Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano ...

Soluções de Escavação e Contenção Periférica em
Meio Urbano
Caso de estudo - Palácio dos Condes de Murça
Inês Nogueira Oliveira
Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em
Engenharia Civil
Júri
Presidente: Professor Doutor Jaime Santos
Orientador: Professor Alexandre Pinto
Vogal: Professora Doutora Laura Caldeira
Janeiro de 2012

Agradecimentos
A presente dissertação foi realizada individualmente, mas nunca teria sido possível sem a
ajuda de várias pessoas e entidades, às quais quero prestar os meus profundos
agradecimentos.
Em primeiro lugar, quero expressar a minha imensa gratidão aos meus familiares, pois sem o
seu apoio nunca teria chegado até aqui. Aos meus pais, Maria da Conceição e António José,
por todo o amor incondicional nos bons e maus momentos, carinho, paciência e incentivo para
continuar a seguir os meus sonhos. Ao meu irmão José Mário, por todo o amor e pela amizade
que temos, e que apesar da distância física não deixa de estar sempre perto do meu coração.
Ao Professor Alexandre Pinto, orientador da dissertação, deixo uma palavra de apreço pela
orientação e liberdade de trabalho que me permitiu, disponibilidade e simpatia nos
esclarecimentos prestados, e de meios de trabalho fora do âmbito da orientação. Agradeço
também todos seus ensinamentos transmitidos ao longo do curso na área da Geotecnia, que
contribuíram para o aumento do meu entusiasmo pela prática da Engenharia Civil, e que
representam para mim uma inspiração e um exemplo a seguir no futuro. Ainda como
referências destaco os Professores do ramo de Geotecnia, e os Professores João Almeida e
Júlio Appleton, na área de estruturas, que na fase final do curso contribuíram grandemente
para a minha formação, pela sua experiência partilhada, espírito crítico e estímulo de
aprendizagem contínua.
Ao Eng.º Xavier Pita por toda a disponibilidade e paciência demonstrada nos esclarecimentos
acerca do Plaxis e do Projecto para o Empreendimento Palácio dos Condes de Murça, e a
todos os colaboradores da JetSJ por me terem recebido. Ao Dono de Obra, empresa Artepura,
na pessoa do Eng.º Paulo Nabais, pela possibilidade da realização do acompanhamento da
obra. Ao Eng.º Augusto Mendes, da Kerpro, empresa a cargo da Fiscalização, ao Encarregado
José Manuel, e aos Eng. os Joaquim Ferreira e Nuno Praça, da Concreto Plano, agradeço toda
a simpatia e disponibilidade demonstradas ao longo das visitas à Obra, os documentos
fornecidos, e a partilha de conhecimentos e novos pontos de vista, que contribuíram em muito
para o conteúdo da dissertação. Quero deixar também uma nota de agradecimento às
empresas SpyBuilding e Geofix, por todo o apoio prestado e pelos documentos facultados
relativos à instrumentação da obra.
E por fim, mas não menos importante, agradeço aos amigos que me acompanharam durante
os últimos cinco anos, e também ao longo da realização deste trabalho. Ao Jorge, por toda a
amizade e ajuda durante o curso; à Sofia, minha companheira de curso desde o primeiro dia,
por todos os bons momentos passados, e conselhos acerca da produção do documento; ao
Emanuel, também pela amizade, ajuda e companhia durante esta etapa; à Rita Barata, Rita
Contente, Henrique, Matilde, Fátima, João Brazão, Catarina, e aos restantes colegas de
i

Geotecnia, pela amizade e pelos conhecimentos partilhados neste último ano; à Carlota, pela
amizade e companhia.
ii

Resumo
A crescente ocupação do espaço urbano subterrâneo acarreta consequências para as
edificações já existentes, que com frequência não são devidamente consideradas aquando da
realização dos projectos envolvendo escavações e contenções periféricas. Deste modo, impõe-
se a realização de estudos e análises que abordem esta questão, dotando de um fundamento
científico os métodos construtivos, que têm origem essencialmente empírica e que dependem
grandemente das condições geológico-geotécnicas existentes.
Pretende-se com esta dissertação efectuar um contributo para o objectivo descrito e para isso
foi realizado um acompanhamento do processo construtivo de Muros de Munique num caso de
estudo real, adoptado na execução da contenção periférica do empreendimento Palácio dos
Condes de Murça, em Lisboa. Com base nos dados recolhidos no campo e na monitorização
efectuada, foi elaborada uma análise comparativa da instrumentação, relacionando-a com os
principais acontecimentos presenciados em obra, incluindo a aplicação das medidas de reforço
que foram necessárias em virtude dos deslocamentos observados.
Por fim efectuou-se uma modelação de parte da solução de contenção no programa de
elementos finitos Plaxis 2D, a fim de aferir a qualidade dos resultados obtidos
comparativamente aos dados da instrumentação topográfica. Esta fase culminou num processo
de retroanálise, em que se procurou igualar as deformações horizontais da cortina no final da
escavação, através da alteração dos parâmetros geotécnicos do modelo. Foi possível concluir
que o terreno existente na zona analisada possuía um módulo de deformabilidade secante
superior ao inicialmente admitido na modelação e um ângulo de atrito interno e coesão efectiva
inferiores. Foi também feita uma breve análise de risco das escavações tendo por base um dos
edifícios adjacentes, em que se concluiu que na fase de modelação inicial não seria necessária
uma análise de risco aprofundada.
O estudo efectuado demonstrou que na técnica de Muros de Munique, o comportamento da
contenção é condicionado essencialmente pela sequência construtiva, características de
rigidez e resistência do solo, condições atmosféricas e sua influência no terreno. As
deformações do terreno são transmitidas às construções vizinhas, cuja resposta depende
naturalmente do seu sistema estrutural e respectivo estado de conservação. A minimização de
eventuais consequências negativas na vizinhança da contenção passou assim por um
investimento na monitorização, possibilitando a aplicação de medidas de reforço em tempo útil,
com resultados positivos no que respeita à segurança e economia da solução.
PALAVRAS CHAVE: Escavação e contenção periférica, espaço urbano, Muros de Munique,
deformações, instrumentação, modelação, retroanálise.
iii

Abstract
The increasing occupation of the urban underground space has consequences for existing
buildings, which often are not properly assessed when projects involving excavations and
peripheral walls are carried out. Thus, it becomes necessary to make studies and analysis
addressing this issue, in order to provide a scientific basis for the essentially empirical
construction methods, which depend heavily on the geological and geotechnical conditions.
This work is intended as a contribution to the study and analysis on this issue. Therefore it is
presented a case study using the technique of King Post Walls, which was adopted for the
peripheral contention of the project “Palácio dos Condes de Murça”, in Lisbon. Based on the
data collected in the field and the monitoring of the construction works, a comparative analysis
of the instrumentation was made, relating it to the main events observed in the field, including
the implementation of mitigation measures that were required due to the ground movements
registered.
It was also carried out a numerical modeling of part of the retaining structure using the finite
element software Plaxis 2D, in order to assess the quality of results, compared to data from
topographic instrumentation. This phase has culminated in a back analysis, which sought to
equalize the wall’s horizontal movements, by changing the geotechnical parameters of the
model. The results showed that the analyzed ground had higher secant stiffness than the one
originally adopted in the modeling, as well as lower friction angle and cohesion. A brief damage
risk assessment was made, based on one of the adjacent buildings, in which it was concluded
that, for the initial modeling, it wasn’t necessary to carry out a detailed risk analysis.
The study demonstrated that when using King Post Walls, the ground movements around
excavations are essentially affected by the constructive sequence, soil’s stiffness and strength,
weather conditions and their influence on the ground’s behavior. The ground movements are
transmitted to neighboring buildings, whose response depends on their building type and pre-
existing damage. The minimization of potential negative consequences to the neighboring
constructions was achieved by an investment on monitoring, which enabled to implement the
mitigation’s measures in time, bringing positive results regarding the solution’s safety and
economy.
KEY WORDS: Excavation and peripheral walls, urban space, King Post Walls, ground
movements, instrumentation, modeling, back analysis.
v

Simbologia
α deslocamento por fluência
β distorção angular; coeficiente relativo ao tipo de construção para o cálculo de valor
limite de velocidade de partícula
γ peso volúmico do solo; coeficiente relativo ao nº médio de solicitações por dia para o
cálculo de valor limite de velocidade de partícula
δ ângulo de atrito solo/parede
δvh
parcela elástica de empolamento vertical no centro da escavação
δi deslocamento na cabeça da ancoragem no tempo ti
∆P diferença entre a carga de ensaio e a carga de blocagem
∆s extensão elástica do cabo sob incremento de carga ∆P
∆strip
coeficiente que representa o efeito da largura da escavação, profundidade e distância
ao firme
∆z espessura da camada de solo abaixo da escavação
εc
εL
extensão crítica de tracção
deformação lateral
μ1, μ2 coeficientes que representam o efeito da largura da escavação, profundidade e
distância ao firme
ν coeficiente de Poisson
νur
coeficiente de Poisson na descarga/carga
ξ coeficiente que relaciona a resistência ao corte não drenada com o módulo de
elasticidade não drenado
ϕ’ ângulo de atrito interno efectivo
ϕmín
diâmetro mínimo
ψ ângulo de dilatância
At
secção do cabo da ancoragem
b largura da escavação
c’ coesão efectiva
vii

Cr
Eur
Eu
Et
viii
factor de forma
módulo de deformabilidade na descarga/carga
módulo de deformabilidade não drenado
módulo de elasticidade do cabo da ancoragem
módulo de deformabilidade secante em estado triaxial
módulo de deformabilidade edométrico
módulo de deformabilidade na descarga/recarga
f perda de atrito em percentagem de Pp
h profundidade da escavação
isi
ks
k1
Lapp
Le
Ltb
Ltf
coeficiente que representa o efeito da largura da escavação, profundidade e distância
ao firme
coeficiente de fluência
perda de carga
coeficiente de impulso em repouso correspondente ao solo normalmente consolidado
comprimento livre aparente do cabo
comprimento externo do cabo, medido desde o cabo na cabeça da ancoragem até ao
ponto de tensionamento da ancoragem com o macaco
comprimento de ligação do cabo
comprimento livre do cabo
m expoente da lei de potência que expressa a dependência da rigidez em relação ao nível
de tensão (power)
N número de estabilidade
pref
tensão de pré-consolidação
P carga de serviço da ancoragem
Pa
Pc
P’c
carga inicial ou de referência da ancoragem
carga crítica de fluência
carga crítica de fluência aproximada

Pp
Ptk
carga máxima de ensaio
carga característica da armadura
Pt0,1k carga característica com deformação permanente de 0,1%
P0
Ra
Rd
Rf
sd
carga de blocagem
capacidade de carga ao arrancamento
capacidade de carga de dimensionamento
coeficiente de rotura
deslocamento horizontal do pé da parede
t ficha da parede
ti
tempo após a aplicação do incremento de carga
Vl valor limite de velocidade de partícula
Vr
velocidade de partícula
Vi(t) velocidade de vibração no tempo t sobre o eixo i
ix

Índice geral
1. Introdução .............................................................................................................................1
1.1 Enquadramento geral ...................................................................................................1
1.2 Objectivos da dissertação.............................................................................................1
1.3 Estrutura da dissertação ...............................................................................................2
2. Escavações e Contenções Periféricas em meio urbano .......................................................5
2.1 Cortinas multi-ancoradas ..............................................................................................5
2.1.1 Generalidades ..........................................................................................................5
2.1.2 Pressões de terras....................................................................................................7
2.1.3 Deslocamentos na cortina e na envolvente ..............................................................9
2.2 Sistemas de suporte de escavações ..........................................................................16
2.2.1 Escoramentos .........................................................................................................16
2.2.2 Ancoragens ............................................................................................................17
2.2.2.1 Campo de aplicação .......................................................................................17
2.2.2.2 Constituição das ancoragens ..........................................................................18
2.2.2.3 Processo construtivo.......................................................................................18
2.2.2.4 Modelação de ancoragens ..............................................................................20
2.2.2.5 Vantagens e desvantagens ............................................................................21
2.2.3 Escoramentos por bandas de laje ..........................................................................22
2.3 Influência das escavações nas construções vizinhas .................................................24
2.3.1 Generalidades ........................................................................................................24
2.3.2 Movimentos de terra devido a escavações .............................................................26
2.3.3 Transmissão dos movimentos do terreno às construções existentes .....................28
2.3.4 Estimativa de danos em edifícios provocados por movimentos do terreno ............29
2.3.5 Movimentos nos edifícios devido a vibrações .........................................................33
2.4 Muros de Munique ......................................................................................................36
2.4.1 Generalidades ........................................................................................................36
2.4.2 Processo construtivo ..............................................................................................37
2.4.3 Aplicabilidade e comparação com outras técnicas de contenção ...........................40
3. Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça .................................................................43
3.1 Enquadramento geral e elementos base ....................................................................43
xi

xii
3.2 Principais condicionantes ...........................................................................................44
3.2.1 Enquadramento geológico e geotécnico .................................................................44
3.2.2 Condições de vizinhança ........................................................................................46
3.3 Solução Proposta .......................................................................................................47
3.3.1 Contenção com recurso a Muros de Munique ancorados ......................................47
3.3.2 Muro em consola fundado em microestacas ..........................................................48
3.3.3 Faseamento Construtivo .........................................................................................49
3.4 Plano de Instrumentação e Observação.....................................................................49
3.4.1 Generalidades ........................................................................................................49
3.4.2 Grandezas a medir .................................................................................................50
3.4.3 Meios para medição ...............................................................................................50
3.4.4 Características dos aparelhos ................................................................................53
3.4.4.1 Alvos topográficos ..........................................................................................53
3.4.4.2 Marcas topográficas........................................................................................53
3.4.4.3 Células de carga em ancoragens ...................................................................54
3.4.4.4 Acelerómetros piezométricos ..........................................................................54
3.4.4.5 Fissurómetros .................................................................................................55
3.4.5 Frequência de leituras ............................................................................................55
3.4.6 Critérios de alerta e de alarme ...............................................................................56
3.4.7 Medidas de reforço .................................................................................................57
4. Evolução da obra ................................................................................................................59
4.1 Visitas à Obra – Processos construtivos envolvidos ..................................................59
4.1.1 Abertura de painéis.................................................................................................59
4.1.2 Betonagem de painéis e troços de sapatas ............................................................61
4.1.3 Furação para execução de ancoragens e injecção ................................................63
4.1.4 Ensaio de recepção e tensionamento de ancoragens ............................................64
4.2 Evolução da Instrumentação ......................................................................................67
4.2.1 Deslocamentos excessivos em fase inicial .............................................................68
4.2.2 Deslocamentos excessivos na zona da Embaixada da Bélgica .............................70
4.2.3 Medidas de reforço .................................................................................................72
4.2.3.1 Alvo topográfio nº 8 .........................................................................................76

4.2.3.2 Alvo topográfico nº 17 .....................................................................................77
4.2.3.3 Alvo topográfico nº 35 .....................................................................................79
4.2.4 Deslocamentos excessivos na zona do Infantário ..................................................79
4.2.4.1 Alvo topográfico nº 14 .....................................................................................80
4.3 Evolução da restante instrumentação.........................................................................82
4.3.1 Alçado da Igreja e alçado GH .................................................................................82
4.3.2 Vibrações devido a meios mecânicos pesados ......................................................82
5. Modelação da solução de contenção ..................................................................................89
5.1 Solução inicial .............................................................................................................89
5.1.1 Definição da geometria ...........................................................................................89
5.1.2 Características dos materiais e malha de elementos finitos ...................................90
5.1.3 Faseamento construtivo e cálculos.........................................................................93
5.1.4 Resultados ..............................................................................................................96
5.2 Comparação entre resultados previstos pela modelação inicial e os reais.................97
5.3 Solução incluindo medidas de reforço ...................................................................... 103
5.4 Retroanálise da solução ........................................................................................... 106
5.4.1 Análise Paramétrica .............................................................................................. 108
5.4.1.1 Parâmetros escolhidos e sua variação ......................................................... 108
5.4.1.2 Análise dos módulos de deformabilidade e da coesão ................................. 108
5.4.1.3 Análise dos módulos de deformabilidade, em simultâneo com a coesão e o
ângulo de atrito interno .................................................................................................. 110
5.4.2 Retroanálise ......................................................................................................... 113
5.5 Estimativa de danos ................................................................................................. 118
6. Considerações finais ......................................................................................................... 123
6.1 Conclusões ............................................................................................................... 123
6.2 Desenvolvimentos futuros ........................................................................................ 125
Referências Bibliográficas ........................................................................................................ 127
Anexos ..................................................................................................................................... 133
Anexo I - Controlo de qualidade: ensaios de carga nas ancoragens .................................... 135
Anexo II – Descrição das visitas realizadas ao local do caso de estudo – Escavação e
Contenção Periférica para construção do Empreendimento Palácio dos Condes de Murça 145
Anexo III – Descrição geológica do terreno intersectado pela escavação ............................ 157
xiii

xiv
Anexo IV – Peças desenhadas do Projecto de Escavação e Contenção Periférica ............. 161
Anexo V – Relatórios dos ensaios de carga das ancoragens ............................................... 165
Anexo VI – Esquemas das secções analisadas no Plaxis 2D .............................................. 168
Anexo VII – Relatório de instrumentação topográfica nº 119 (6 de Setembro de 2011) ....... 173
Anexo VIII – Relatório de instrumentação das células de carga das ancoragens ................ 185
Índice de Quadros
Quadro 2.1 – Previsão da parcela elástica de empolamentos no centro duma escavação [7] ..15
Quadro 2.2 – Vantagens e desvantagens na utilização de ancoragens em contenções
periféricas ...................................................................................................................................22
Quadro 2.3 – Factores que influenciam movimentos do terreno devido a estruturas de
contenção (adaptado de [32]).....................................................................................................27
Quadro 2.4 – Valores limite de assentamentos e assentamentos diferenciais para estruturas
(adaptado de [32]) ......................................................................................................................29
Quadro 2.5 – Classificação de danos visíveis (adaptado de [31]) ..............................................30
Quadro 2.6 – Extensões críticas de tracção correspondentes aos vários níveis de danos
(adaptado de [33]) ......................................................................................................................32
Quadro 2.7 – Valores típicos de declives máximos em edifícios e assentamentos, para análise
do risco de danos (adaptado de [38]] .........................................................................................32
Quadro 2.8 – Limites estabelecidos na NP 2074, para a velocidade da vibração de pico (mm.s -
1 ) (adaptado de [40])...................................................................................................................35
Quadro 2.9 – NP revista – Valores limite do valor da maior componente da velocidade da
vibração na base da edificação (vi máx, mm/s) (adaptado de [40]) ..............................................35
Quadro 2.10 – Danos: Valores limite da velocidade eficaz da vibração, no local [40]................35
Quadro 2.11 – Danos: valores limite da velocidade efectiva da vibração, no local [40] .............36
Quadro 2.12 – Vantagens e desvantagens de soluções de contenção periférica em meio
urbano ........................................................................................................................................41
Quadro 3.1 – Parâmetros geotécnicos em função da zona [46] ................................................46
Quadro 3.2 – Níveis de alerta e alarme, e acções a tomar [50] .................................................56
Quadro 4.1– Abertura de fendas registadas nos fissurómetros da Embaixada da Bélgica
(adaptado de [52]) ......................................................................................................................76
Quadro 4.2– Valores máximos de velocidade de vibração registados nos dias 17 a 24 de
Fevereiro [51] .............................................................................................................................83
Quadro 4.3– Valores máximos de velocidade de vibração registados nos dias 25 de Fevereiro a
3 de Março [51] ..........................................................................................................................84
Quadro 4.4– Valores máximos de velocidade de vibração registados nos dias 11 a 17 de Março
[51] .............................................................................................................................................85
Quadro 5.1 – Características dos solos de cada zona geotécnica .............................................92

Quadro 5.2 – Características dos elementos estruturais da contenção .....................................93
Quadro 5.3 – Deformações máximas previstas do terreno na fase final de escavação, e critérios
de alerta e alarme para cada secção .........................................................................................97
Quadro 5.4 – Comparação de deslocamentos previstos e verificados nos alvos 20 e 21 ........ 101
Quadro 5.5 – Comparação de deslocamentos previstos e verificados nos alvos 24 e 25 ........ 103
Quadro 5.6 – Classificação de danos visíveis (adaptado de [31]) ............................................ 119
Quadro 5.7 – Valores típicos de declives máximos em edifícios e assentamentos, para análise
do risco de danos (adaptado de [38]) ....................................................................................... 120
Quadro 5.8 – Valores limite de assentamentos, e assentamentos diferenciais em estruturas
(adaptado de [32]) .................................................................................................................... 121
Índice de Figuras
Figura 2.1 – Esquema do equilíbrio vertical de cortinas para o caso de Paredes tipo Moldadas
(à esquerda), e tipo Berlim definitivo (à direita) [2] .......................................................................7
Figura 2.2 – Deslocamentos verticais e horizontais da parede dos modelos físicos de Hanna e
Matallana [13] .............................................................................................................................10
Figura 2.3 – Diferenças na deformação horizontal e padrão de assentamentos de uma estrutura
de suporte: a) em consola, e b) escorada [7] .............................................................................12
Figura 2.4 – Perfil de assentamentos à superfície do terreno, provocados por instalação de
paredes moldadas (adaptado de [7]) ..........................................................................................13
Figura 2.5 – Perfil de assentamentos à superfície para escavações escoradas, em vários tipos
de solos (adaptado de [7]) ..........................................................................................................14
Figura 2.6 – Assentamentos máximos observados junto a escavações (adaptado de [7]) ........14
Figura 2.7 – Perfil adimensional de assentamentos recomendados para estimar a distribuição
de assentamentos junto a escavações em argilas moles a medianamente rijas [7] ..................15
Figura 2.8 – Aplicação de escoramentos de canto numa escavação onde a solução das outras
zonas passou por ancoragens ...................................................................................................17
Figura 2.9 – Solução de bandas de laje complementadas por vigas treliçadas metálicas [26] ..23
Figura 2.10 – Efeito de quadro de laje horizontal conferido pelas lajes e pelas treliças metálicas
[26] .............................................................................................................................................23
Figura 2.11 – Suporte vertical das bandas de laje por microestacas [26] ..................................24
Figura 2.12 – Relação entre o nível de danos com a distorção angular e a extensão horizontal
(adaptado de [31]) ......................................................................................................................30
Figura 2.13 – Estado de deformação num ponto, ou estado de deformação média, na distorção
dum elemento da estrutura (adaptado de [33]) ..........................................................................31
Figura 3.1 – Área de implantação do Empreendimento “Palácio dos Condes de Murça” [44] ...43
Figura 3.2 – Alçados adoptados para o recinto da escavação (adaptado de [48]) .....................43
Figura 3.3 – Estado inicial do alçado AE, que confronta com a Igreja [47] ................................44
Figura 3.4 – Localização das sondagens e dos poços de prospecção (adaptado de [48]) ........45
xv

Figura 3.5 – Perfil geológico nº 1 (adaptado de [49]) .................................................................46
Figura 3.6 – Estado inicial do alçado FG e canto F, ao fundo (edifício anexo à Embaixada da
Bélgica) [47] ...............................................................................................................................47
Figura 3.7 – Muro de separação do alçado JI, e canto J, com edifícios sensíveis adjacentes à
direita (Infantário) [47] ................................................................................................................47
Figura 3.8 - Localização dos alvos topográficos no dia 4 de Outubro de 2010 [50] ...................51
Figura 3.9 – Vista final dos alvos topográficos no alçado DF (adaptado de [48]) .......................52
Figura 3.10 – Célula de carga em ancoragem no alçado DE .....................................................52
Figura 3.11 – Sismógrafo instalado na capela ...........................................................................54
Figura 3.12 – Fissurómetro do tipo “Gauge 1” (adaptado de [53]) .............................................55
Figura 4.1 – Escavação para abertura de painel na zona geotécnica M1 ..................................59
Figura 4.2 – Escavação para abertura de painel em zona heterogénea ....................................60
Figura 4.3 – Abertura do 3º nível de painéis no canto I ..............................................................61
Figura 4.4 – Escavação com recurso a martelo eléctrico ...........................................................61
Figura 4.5 – Perfis metálicos tortos ao longo do alçado FG .......................................................61
Figura 4.6 – Betonagem de painel no alçado BC .......................................................................62
Figura 4.7 – Betonagem de sapata da contenção no alçado AB................................................62
Figura 4.8 – Máquina de furação para execução de ancoragens...............................................63
Figura 4.9 – Colocação de novo troço de trado..........................................................................63
Figura 4.10 – Inserção de armadura e tubos de injecção no furo ..............................................64
Figura 4.11 – Central misturadora ..............................................................................................64
Figura 4.12 – Injecções em ancoragem definitiva ......................................................................64
Figura 4.13 – Colocação do macaco hidráulico para a realização do ensaio de recepção ........65
Figura 4.14 – Bomba de pressão ...............................................................................................65
Figura 4.15 – Medição do deslocamento no êmbolo com recurso a craveira digital ..................65
Figura 4.16 – Colocação das cunhas na cabeça da ancoragem ................................................66
Figura 4.17 – Diagrama carga-descarga do ensaio de recepção da ancoragem nº 124 [55] .....66
Figura 4.18 – Diagrama carga-descarga do ensaio de adequabilidade da ancoragem nº 163
[55] .............................................................................................................................................67
Figura 4.19 – Perda de qualidade do terreno devido a precipitação intensa (10 de Dezembro,
[47]) ............................................................................................................................................68
Figura 4.20 - Localização dos alvos topográficos no dia 22 de Dezembro de 2010 [50] ............69
Figura 4.21 – Escavação na zona do canto F, a 5 de Janeiro [48].............................................70
Figura 4.22 – Pormenor do canto F, a 10 de Janeiro, com vários painéis executados sem
ancoragens [48]..........................................................................................................................70
Figura 4.23 – Disposição dos fissurómetros nos edifícios anexos da Embaixada da Bélgica [52]
...................................................................................................................................................71
Figura 4.24– Deslocamentos no alvo nº 10, a 10 de Janeiro [50] ..............................................71
Figura 4.25 - Deslocamentos no alvo nº 8, a 17 de Janeiro [50] ................................................72
Figura 4.26 – Solução inicial para um troço do alçado FG (adaptado de [48]) ...........................73
xvi

Figura 4.27 – Solução final para um troço do alçado FG (adaptado de [48]) .............................73
Figura 4.28 – Escoramento metálico do canto F (adaptado de [48]) ..........................................74
Figura 4.29 – Escoramento do canto F por troços de lajes de betão armado (adaptado de [48])
...................................................................................................................................................74
Figura 4.30 – Deslocamentos do alvo nº 10 até ao início de Junho [50] ....................................75
Figura 4.31 – Evolução da abertura de fendas dos fissurómetros da Embaixada (adaptado de
[52]) ............................................................................................................................................76
Figura 4.32 – Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 8 (adaptado de [50]) ...........77
Figura 4.33 - Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 17 (adaptado de [50]) ..........78
Figura 4.34 - Alvos topográficos na zona do canto F (adaptado de [50]) ...................................78
Figura 4.35 - Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 35 (adaptado de [50]) ..........79
Figura 4.36 – Localzação dos fissurómetros no Infantário [52] ..................................................79
Figura 4.37 – Evolução da abertura de fendas nos fissurómetros do Infantário (adaptado de
[52]) ............................................................................................................................................80
Figura 4.38 - Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 14 (adaptado de [50]) ..........80
Figura 4.39 – Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 21 de
Fevereiro [51] .............................................................................................................................83
Figura 4.40 – Recurso ao martelo para escavação ....................................................................83
Figura 4.41 – Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 3 de Março de
2011 [51] ....................................................................................................................................84
Figura 4.42 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 18 de Março de
2011 [51] ....................................................................................................................................85
Figura 4.43 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Capela, a 18 de Março de
2011 [51] ....................................................................................................................................86
Figura 4.44 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 19 de Março de
2011 [51] ....................................................................................................................................86
Figura 4.45 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Capela, a 19 de Março de
2011 [51] ....................................................................................................................................86
Figura 4.46 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 23 de Março de
2011 [51] ....................................................................................................................................87
Figura 5.1 – Localização dos cortes analisados no Plaxis (adaptado de [46]) ...........................89
Figura 5.2 – Geometria do modelo do corte 4 ............................................................................90
Figura 5.3 – Faseamento construtivo do corte 4 ........................................................................94
Figura 5.4 – Fase “Total” da sequência construtiva ...................................................................95
Figura 5.5 – Redução da fase de escavação para metade ........................................................95
Figura 5.6 – Activação da ancoragem e do valor do pré-esforço ...............................................95
Figura 5.7 – Mudança do material do elemento “plate”, dos perfis para a parede de betão ......96
Figura 5.8 - Configuração deformada da cortina no final da escavação no corte 4, com a
modelação inicial ........................................................................................................................96
xvii

Figura 5.9 – Deformações horizontais da cortina no final da escavação no corte 4, com a
modelação inicial ........................................................................................................................96
Figura 5.10 - Deformações verticais da cortina no final da escavação no corte 4, com a
modelação inicial ........................................................................................................................97
Figura 5.11 – Localização dos alvos topográficos no alçado AD (adaptado de [48]) .................99
Figura 5.12 - Vista final dos alvos topográficos no alçado FG (adaptado de [48]) ................... 100
Figura 5.13 - Vista final dos alvos topográficos no alçado GH (adaptado de [48]) ................... 101
Figura 5.14 – Escavação abaixo da cota de fundação da parede de contenção ..................... 102
Figura 5.15 – Pormenor da heterogeneidade e natureza terrosa do solo escavado ................ 102
Figura 5.16 – Localização dos alvos topográficos no alçado IH (adaptado de [48])................. 102
Figura 5.17 – Características das escoras-troços de laje ......................................................... 104
Figura 5.18 – Cortina deformada para a modelação com troços de laje, corte 4 ..................... 104
Figura 5.19 – Deformações horizontais para a modelação com troços de laje, corte 4 ........... 105
Figura 5.20 - Deformações verticais para a modelação com troços de laje, corte 4 ................ 106
Figura 5.21 – Deslocamentos horizontais previstos pelo Plaxis, e verificados no alvo topográfico
nº 25 ......................................................................................................................................... 107
Figura 5.22 – Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de E50 ref ............ 109
Figura 5.23 – Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de c ref ............... 110
Figura 5.24 - Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de ϕ’ no estrato M1
................................................................................................................................................. 111
Figura 5.25 - Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de E50 ref , ϕ’ e c ref no
estrato M1, em combinações de dois ....................................................................................... 112
ref ref
Figura 5.26 - Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de E50 , ϕ’ e c no
estrato M1, em combinações de três ....................................................................................... 112
Figura 5.27 – Comparação de deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de
ref ref
E50 , ϕ’ e c no estrato M1, e resultados da instrumentação .................................................. 113
Figura 5.28 – Configuração deformada da cortina no final da escavação, após retroanálise .. 114
Figura 5.29 – Deformações horizontais da cortina no final da escavação, após retroanálise .. 115
Figura 5.30 - Deformações verticais da cortina no final da escavação, após retroanálise ....... 115
Figura 5.31 – Relação entre o nível de danos com a distorção angular e a extensão horizontal
(adaptado de [31]) .................................................................................................................... 118
Figura 5.32 – Deformações horizontais da escavação para o corte 7...................................... 119
Figura 5.33 – Deformações verticais da escavação para o corte 7 .......................................... 119
xviii

1. INTRODUÇÃO
1.1 Enquadramento geral
Introdução
Esta dissertação surge no âmbito das obras subterrâneas de contenção periférica em meio
densamente urbano, numa altura em que o sector da construção civil atravessa uma crise
profunda, nomeadamente no que diz respeito à construção nova. Numa cidade como Lisboa,
cada vez é mais frequente haver a necessidade de utilizar o espaço urbano já edificado, que
muitas vezes se encontra já bastante degradado, recorrendo à reabilitação e a obras
subterrâneas. Quando as construções a intervencionar ou as vizinhas são mais antigas, e
provavelmente mais sensíveis, é crucial que os trabalhos decorram com cuidados acrescidos,
superiores aos já associados à generalidade das obras geotécnicas em meio urbano.
No que diz respeito à utilização da tecnologia de Muros de Munique, adaptada dos Muros de
Berlim, no tipo de obras mencionado, constatou-se que existem relativamente poucos
elementos bibliográficos, envolvendo análises de casos de estudo sobre a influência do
processo construtivo nas estruturas vizinhas existentes por deformações excessivas do
terreno.
É também do conhecimento geral que em Portugal a utilização desta técnica depende talvez
excessivamente do empirismo. A adopção da contenção de Muros de Munique num cenário de
construções vizinhas sensíveis exige um elevado investimento em instrumentação, que é
crucial para a garantia do bom funcionamento da cortina em segurança, e que muitas vezes
não é feito. Alterações ao faseamento construtivo, associadas à incerteza em relação às
características geotécnicas do terreno, e a uma instrumentação insuficiente podem resultar na
não previsão dos possíveis danos em edifícios vizinhos, ou mesmo em acidentes com
consequências graves durante a escavação.
Assim, a presente dissertação pretende contribuir para uma melhor compreensão da
problemática da realização de contenções periféricas junto a edifícios sensíveis, tendo em
conta os problemas construtivos associados, e suas consequências na envolvente geológico-
geotécnica, e urbana.
1.2 Objectivos da dissertação
O objectivo inicial da dissertação consistia essencialmente na análise de soluções de
escavação e contenção periférica em meio urbano, tendo por base os aspectos que em geral
condicionam as referidas soluções, assim como os principais critérios de concepção e de
execução. Estes sofreram uma adaptação em função do caso de estudo, incidindo mais na
aplicação da técnica de Muros de Munique num meio densamente urbano, nomeadamente
constituído por edificações mais antigas e sensíveis.
1

2
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Houve o objectivo de abordar as questões teóricas que estavam relacionadas com o tema
analisado através duma revisão bibliográfica dos aspectos principais intervenientes. Optou-se
por uma maior focagem na previsão e análise dos deslocamentos provocados pela execução
deste tipo de contenção, e não no dimensionamento da contenção para os estados limites
últimos, pois o estado limite de serviço será o condicionante para este tipo de obras, e neste
enquadramento.
Um dos objectivos era o de fazer um seguimento da obra no local, observando o uso dos vários
procedimentos construtivos utilizados na técnica adoptada, e também de compreender melhor
o enquadramento urbano e geológico-geotécnico em que a contenção se inseria. Com base
nas visitas realizadas à obra pretendeu-se também comparar a solução proposta em projecto
com a efectivamente implementada em obra, tanto em termos de sequência construtiva como
de instrumentação e observação. Foi também estabelecido como objectivo fazer uma análise
comparativa da instrumentação fornecida com os acontecimentos principais da obra e as fases
da escavação, procurando encontrar relações de causa e efeito, com mais incidência nas
deformações da cortina e suas consequências negativas.
Por último, pretendia-se proceder à modelação do problema num programa de elementos
finitos, Plaxis 2D, em que o objectivo foi o de analisar a modelação realizada inicialmente da
contenção, introduzir uma nova modelação da solução que incluísse as alterações
implementadas durante o decorrer da obra, e comparar os resultados. Houve também o
objectivo de fazer uma retroanálise da solução, numa tentativa de aproximar as deformações
previstas inicialmente em projecto dos resultados fornecidos pela instrumentação. Esta seria
feita através da alteração de parâmetros geotécnicos do solo, assim como possíveis alterações
consequentes da sequência construtiva efectivamente utilizada no terreno.
1.3 Estrutura da dissertação
O primeiro capítulo corresponde à introdução, em que é feito um enquadramento geral da
dissertação, seguida duma descrição dos objectivos da mesma, assim como da sua estrutura.
O segundo capítulo é referente a uma abordagem teórica ao tema das Escavações e
Contenções Periféricas em Meio Urbano, procurando abranger os aspectos mais relevantes
para o caso tratado nesta dissertação. Dentro deste capítulo, descreve-se o comportamento
das cortinas flexíveis multi-ancoradas, tipo de contenção em que se inserem os muros de
Munique, técnica utilizada no caso de estudo. É também feita uma referência e comparação
entre os diferentes sistemas de suporte para contenções periféricas, todos eles de certa forma
utilizados na contenção do caso de estudo. Sendo a sensibilidade das construções vizinhas
uma das condicionantes principais deste caso de estudo, foi feita também uma alusão à
influência das escavações nas construções vizinhas. Por último, foram descritos alguns
aspectos relacionados especificamente com a técnica de Muros de Munique, ou Berlim tipo
definitivo, sendo também feita uma comparação com outras técnicas de escavação e
contenção passíveis de serem utilizadas em meio urbano.

Introdução
No terceiro capítulo é apresentado um enquadramento do caso de estudo, a contenção para o
empreendimento do Palácio dos Condes de Murça, em Santos. É feita uma breve descrição do
projecto de Escavação e Contenção Periférica, em que é dada uma relevância natural ao Plano
de Instrumentação e Observação proposto no projecto, tendo sido também feito um paralelismo
entre o que foi previsto em projecto, e o que foi efectivamente implementado na prática.
Seguidamente, no quarto capítulo é feita uma descrição da evolução da obra, comparando o
projecto com os resultados da instrumentação, e os elementos observados e recolhidos nas
visitas realizadas. São referidas várias situações condicionantes em termos de deformações,
assim como um detalhe dos processos construtivos observados, procurando estabelecer
relações entre estes e o comportamento da cortina.
No quinto capítulo é apresentada uma breve modelação da solução de contenção no Plaxis 2D.
Esta começa por uma modelação da solução inicial e comparação com os resultados da
instrumentação, seguida duma modelação da solução incluindo medidas de reforço e
comparação com a inicial, terminando com uma retroanálise da solução entre a modelação e a
instrumentação, e uma breve análise dos riscos das escavações em termos de danos.
Por fim, o sexto e último capítulo refere conclusões gerais obtidas no estudo realizado, e é feita
ainda uma referência a perspectivas de desenvolvimentos futuros no âmbito da análise
elaborada.
3

4
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
2. ESCAVAÇÕES E CONTENÇÕES PERIFÉRICAS EM MEIO
URBANO
2.1 Cortinas multi-ancoradas
2.1.1 Generalidades
A análise das estruturas de suporte tem sido baseada numa análise do equilíbrio da estrutura,
combinada com uma análise elastoplástica do solo, com o objectivo de estimar as tensões
horizontais que se formam a tardoz da cortina [1]. Para a análise do caso específico de cortinas
multi-ancoradas é necessário assumir outras hipóteses na análise, porque a consideração de
um estado activo do terreno a tardoz da cortina leva a deslocamentos incompatíveis com as
deformações verificadas nestas estruturas. O aparecimento e desenvolvimento dos programas
de cálculo de elementos finitos veio possibilitar uma melhor resolução destes problemas,
aproximando a análise do comportamento real.
As ancoragens das cortinas multi-ancoradas funcionam maioritariamente pela alteração do
estado de tensão que induzem no solo, ou seja, há um aumento da tensão horizontal na cortina
(e diminuição da tensão deviatórica) com a aplicação do pré-esforço nas ancoragens, com
consequente diminuição da deformação, como preparação das fases seguintes de escavação,
em que volta a diminuir a tensão horizontal do solo contido pela escavação, havendo aumento
das deformações [2].
Dimensionamento estrutural e Projecto
O dimensionamento de cortinas multi-ancoradas é uma questão bastante complexa, devido ao
comportamento não linear do conjunto formado pela cortina, pelo terreno e pelos dispositivos
de apoio (ancoragens, escoramentos, bandas de laje, etc.). Esta área da geotecnia tem sido
alvo de grandes desenvolvimentos ao longo das últimas décadas, havendo vários métodos de
cálculo para a sua análise e dimensionamento.
Os casos de estudo dão uma contribuição importante no sentido de haver uma caracterização
mais exacta do comportamento deste tipo de estruturas, tirando partido da instrumentação
recolhida durante a realização dos trabalhos e mesmo após a sua conclusão.
Como auxílio no dimensionamento estrutural duma solução deste tipo é possível recorrer-se a
métodos de análise em termos de tensões-deformações reocrrendo a elementos finitos
(Plaxis), ou também a médotos que usam diferenças finitas (Flac). Estes apresentam grandes
vantagens em relação a outros métodos, como a previsão relativamente aproximada dos
deslocamentos esperados na cortina e a tardoz da mesma, o que permite dimensionar para os
estados limites de utilização. E para os estados limites últimos também é conveniente analisar
5

6
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
os diagramas de esforços instalados na contenção ao longo de todas as fases da escavação,
sendo esta uma vantagem no dimensionamento estrutural dos elementos de contenção [2].
No projecto de estruturas ancoradas são usualmente formuladas hipóteses, que estão
associadas a um elevado grau de incerteza, e que carecem de confirmação ao longo do
decorrer da própria obra. Estas hipóteses são confirmadas através dos resultados obtidos na
instrumentação, analisando as deformações do terreno e a variação da tensão nas
ancoragens, e durante o decorrer da própria escavação, através da observação da constituição
e do comportamento do terreno.
O comportamento das ancoragens das cortinas de contenção deve ser analisado tendo em
conta as várias fases de escavação e respectivas interacções entre a cortina, ancoragens e o
solo. Ainda é matéria de grande controvérsia a previsão dos movimentos da contenção com a
escavação e a sua relação com as solicitações nas ancoragens [3].
Nível de pré-esforço
Nas soluções dimensionadas de forma optimizada, a variação de pré-esforço nas ancoragens
ao longo do faseamento construtivo deve ser pequena. Quando o pré-esforço é inferior ao
correspondente a um bom dimensionamento, a carga nas ancoragens vai aumentando
gradualmente ao longo das fases de escavação. Para um pré-esforço excessivo é espectável
uma diminuição da carga das ancoragens, não se notando tanto este efeito quando é aplicado
um modelo constitutivo do solo mais próximo do real, em que o módulo de deformabilidade na
descarga é superior ao da carga inicial [2].
Equilíbrio vertical de estruturas de contenção
Nas cortinas ancoradas também surgem forças verticais provenientes da carga inclinada das
ancoragens, que têm que ser compensadas, juntamente com o peso próprio da estrutura de
contenção, pela reacção vertical que se desenvolve na sapata da contenção, provocada pela
reacção do terreno de fundação. Além da reacção na base da parede também contribuem para
este equilíbrio a resultante das forças de corte que se desenvolvem ao longo da parede nas
interfaces solo-cortina (Figura 2.1).
Como demonstrando por Matos Fernandes [4], a componente de força de atrito vertical do lado
passivo, na interface solo-cortina tem alguma importância no equilíbrio vertical da parede,
mesmo quando se verificam assentamentos muito reduzidos. Esta parcela só se desenvolve
em estruturas do tipo das Paredes Moldadas ou Cortinas de Estacas, em que existe uma parte
da cortina enterrada. Nas paredes tipo Berlim isto já não acontece, pelo que não se considera a
parcela do impulso passivo. No caso da força de atrito do lado activo, verifica-se que esta não
chega a ser totalmente mobilizada, mesmo quando ocorrem assentamentos elevados.

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Figura 2.1 – Esquema do equilíbrio vertical de cortinas para o caso de Paredes tipo Moldadas (à
esquerda), e tipo Berlim definitivo (à direita) [2]
2.1.2 Pressões de terras
Nas cortinas multi-escoradas não há métodos directos para chegar à determinação dos
diagramas de pressões de terras, sendo por isso geralmente utilizadas as envolventes de
pressões determinadas analisando os esforços em escoras, que correspondem aos diagramas
de Terzaghi e Peck [2].
A questão nas cortinas multi-ancoradas prende-se com o valor de pré-esforço a aplicar nas
ancoragens necessário para equilibrar as pressões de terras geradas, garantindo um bom
comportamento em termos de esforços e deslocamentos, na cortina e na sua envolvente. Em
geral, a aplicação dos diagramas de Terzaghi e Peck para a obtenção de valores iniciais para a
carga das ancoragens oferece resultados aceitáveis [2].
Segundo Pradel [5] existem três principais métodos indirectos de cálculo para pressões de
terras. Estes podem ser baseados na teoria da plasticidade, onde se determinam as tensões
assumindo que a rotura plástica se dá na massa de solo por inteiro ou através duma superfície
de rotura, e podem ser divididos em linhas de rotura, e teoremas da região inferior e superior.
Outro dos métodos é conhecido por equilíbrio limite, em que se verifica o equilíbrio para um
mecanismo baseado numa cunha de rotura. Ou ainda os métodos baseados nos modelos
constitutivos do solo, que podem ser usados para caracterizarem o comportamento do solo, em
termos de tensão-deformação. Estes métodos têm uma utilização mais fácil através de
programas de elementos finitos, resolvendo as equações constitutivas para cada elemento
finito, até o cálculo convergir. É no entanto necessário proceder a testes para cada modelo, a
fim de calibrar todos os parâmetros de modo a obter a resposta mais próxima da situação real
possível, assim como um programa com capacidade de resposta suficiente em termos de
cálculo.
7

8
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Independentemente do método utilizado as pressões de terras a que está sujeita uma estrutura
de contenção dependem de vários factores. São estas as características mecânicas do solo, a
história de tensões e carregamentos dos estratos, a sobrecarga aplicada, a interacção na
interface entre o solo e a estrutura de contenção, e as características da deformabilidade do
sistema formado entre a cortina e o terreno suportado.
Em geral, o teorema da região inferior de Rankine [6] é mais utilizado em solos argilosos
normalmente consolidados, sendo as variáveis usadas os coeficientes de impulso em repouso,
activo e passivo, que dependem por sua vez do ângulo de atrito interno (ϕ’), o ângulo de atrito
entre o solo e a estrutura de contenção (δ), a coesão efectiva (c’), ou a resistência não drenada
ao corte (cu) e o peso volúmico (γ). Os parâmetros de resistência ao corte devem ser obtidos
para cada amostra de solo através de testes laboratoriais [7].
Para que diminuam ou aumentem as pressões de terra do estado de repouso para um estado
activo ou passivo, respectivamente, é necessário que ocorram deformações na cortina e no
terreno, que dependem do tipo de mecanismo que se forma durante o movimento. Há quatro
tipos de mecanismos principais de movimentos da cortina reconhecidos na literatura [7]. Estes
consistem na rotação da estrutura de contenção em torno do pé da escavação, rotação da
parede em torno do topo da escavação, deflexão da parede de contenção (atingindo uma
deformação horizontal máxima), e translação lateral da cortina. Por vezes ocorrem
deformações na escavação provocadas por combinações dos diversos mecanismos
mencionados. Os movimentos necessários para que se atinjam estados extremos de impulsos
de terras dependem, como já referido anteriormente, do tipo e densidade do solo, sendo a
ordem de grandeza dos movimentos associados ao estado passivo cerca de dez vezes
superior à ordem de grandeza dos movimentos associados ao estado activo [8].
Segundo Bjerrum [9], a ordem de grandeza das deformações necessárias para que seja
mobilizado o estado activo em argilas consistentes é da mesma ordem de grandeza das
deformações em areias, sendo cerca de 0.1%-2% da profundidade de escavação. Em relação
às argilas moles, Das [10] chegou à conclusão que seriam necessárias deformações da ordem
dos 5% de profundidade de escavação para que fosse mobilizado o estado passivo, no caso de
rotação da parede em torno do pé da mesma.
O tipo de movimento da parede também tem influência na distribuição de pressões de terras,
tanto do lado activo como passivo. Excepto para a cortina em consola, as distribuições dos
impulsos são relativamente afastadas dos diagramas triangulares de Rankine. Este
afastamento deve-se em grande parte, aos efeitos do arqueamento da cortina, como resultado
da deformação não uniforme da massa de solo. Nas cortinas multi-ancoradas as deformações
do terreno devido ao impulso activo dependem da configuração deformada da própria cortina e
do pré-esforço nas ancoragens.
Assim, como já referido anteriormente, e de acordo com Guerra [2], a estimativa das forças que
são necessárias para equilibrar os impulsos do terreno, a nível de pré-dimensionamento, é feita

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
geralmente utilizando métodos empíricos desenvolvidos através de testes laboratoriais, sendo
um dos mais usados, o que utiliza os diagramas de pressões de terras recomendados por
Terzaghi e Peck [11], tendo sido posteriormente modificados por Peck [12]. Apesar de terem
surgido outras versões destes diagramas, estas são todas bastante aproximadas e admite-se
que dão boas aproximações em termos de esforços, mas não de deslocamentos, por não
terem em conta os efeitos de hiperestatia, a interacção solo-estrutura e o comportamento em
termos de tensão-deformação do solo.
2.1.3 Deslocamentos na cortina e na envolvente
Em obras de contenção em meio urbano é necessário avaliar os deslocamentos previstos
antes do início dos trabalhos, ou seja, em fase de projecto. Antes da existência dos métodos de
análise por elementos finitos, esta avaliação era feita tendo por base as experiências anteriores
em obras semelhantes, com terrenos semelhantes. Ainda assim, para modelar uma estrutura
de contenção nos programas de elementos finitos é forçosa a determinação de uma série de
parâmetros, para que seja possível uma análise próxima do comportamento real. Estes
parâmetros são determinados de modo experimental, ou empírico, não dispensando um
acompanhamento muito próximo da execução real dos trabalhos, para aferição dos mesmos.
Os movimentos na escavação e em redor desta podem surgir devido a diversos factores, como
perfurações, injecções, variações do nível freático, escavação excessiva, suporte inadequado,
espaçamentos temporais inadequados, sobrecargas imprevistas, etc. Estes movimentos
surgem devido a alterações do estado de tensão no terreno envolvente, principalmente em
consequência do alívio das tensões iniciais horizontais e verticais. Os movimentos do solo
podem ser devidos a deslocamentos horizontais da cortina, (alívio das tensões horizontais
iniciais), deslocamentos verticais do solo (assentamentos a tardoz da cortina), ou
empolamentos na base da escavação, devido ao alívio das tensões verticais iniciais nessa
zona [7].
Os deslocamentos acima do nível da escavação ocorrem na cortina e no exterior da
escavação, e dependem essencialmente das características da estrutura de suporte, e da
forma e rapidez com que é colocada em serviço. No caso dos muros de Munique, a fase crítica
para a ocorrência destes deslocamentos é a de abertura dos painéis, e o tempo que decorre
até se proceder à betonagem, e execução da respectiva ancoragem ou escoramento. Após a
sua colocação, os deslocamentos acima do nível da escavação passam a depender
essencialmente do pré-esforço nas ancoragens, e da sua rigidez e interacção com o solo,
sendo os deslocamentos significativamente inferiores nesta fase.
Existem sempre deslocamentos abaixo do nível da escavação desde que a cortina seja
suficientemente flexível para permitir o equilíbrio das tensões horizontais. Ou seja, o estado de
tensão do terreno no lado interior da parede vai tender do repouso para o passivo, e no
extradorso, passará do repouso para estado activo, devido à diferença de tensões efectivas
verticais.
9

10
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Com base nas experiências realizadas em modelos físicos por Hanna e Matalana [13] as
ancoragens têm melhor comportamento em termos de minimizar os deslocamentos quando
apresentam uma inclinação mais próxima da horizontal, do que mais inclinadas, tanto para os
deslocamentos horizontais, como para os assentamentos (Figura 2.2). Há assim uma maior
vantagem em ter ancoragens horizontais. No entanto, verifica-se geralmente que o substrato
competente encontra-se a profundidades mais elevadas, sendo necessário a ancoragem ter
alguma inclinação para poder ser selada no terreno pretendido, sem possuir comprimentos
demasiado elevados. O objectivo é então encontrar um equilíbrio no que respeita a inclinação e
comprimento, de modo a conseguir um bom funcionamento da ancoragem, de forma
económica.
Figura 2.2 – Deslocamentos verticais e horizontais da parede dos modelos físicos de Hanna e
Matallana [13]
Segundo outros ensaios elaborados por Hanna e Abu Taleb [14], quando o substrato rígido
encontra-se logo ao nível da base da parede, os deslocamentos verticais elevados na situação
de ancoragens mais inclinadas (30º) não se verificam, e os restantes deslocamentos diminuem
consideravelmente, aproximando-se o comportamento da situação em que as ancoragens são
horizontais. A parede tende a sofrer movimentos de rotação em torno da base, e à medida que
a escavação vai avançando, em torno de cerca de meia altura, tornando-se nesta situação
mais indiferente o aspecto da inclinação das ancoragens.
Ao aumentar o ângulo das ancoragens com a horizontal obtêm-se, além de assentamentos
mais elevados, ângulos de atrito entre a cortina e o terreno mais reduzidos, se bem que a uma
taxa menor do que para os assentamentos [15].
Matos Fernandes et al. [15] concluíram, através de testes em modelos numéricos de cortinas
multi-ancoradas que a altura enterrada da cortina também tem um papel importante nos
deslocamentos, na medida em que, nalgumas situações, não há comprimento suficiente para
se desenvolverem as forças de atrito necessárias ao equilíbrio vertical. Verificou-se que para
alturas enterradas aceitáveis a cortina apresentou deslocamentos horizontais que foram
aumentando ligeiramente ao longo das fases de escavação. Para alturas enterradas
insuficientes houve deslocamentos horizontais e assentamentos bastante mais acentuados,
que continuaram a aumentar com maior intensidade nas últimas fases da escavação, contando
também com a contribuição do próprio tensionamento das ancoragens (componente vertical).

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Pôde também ser observado o comportamento que deve apresentar uma cortina bem
dimensionada, em termos de variação de carga nas ancoragens. Estas aumentam nas fases
de escavação, e diminuem quando são tencionadas novas ancoragens a níveis mais abaixo,
atingindo a carga máxima quando se realiza a escavação imediatamente à aplicação do pré-
esforço. Como já referido anteriormente, estas variações deverão ser sempre pequenas, em
termos percentuais (inferiores a 10%).
Em cortinas do tipo Berlim definitivo, já que o processo construtivo não permite a existência de
altura enterrada da parede, o problema do equilíbrio vertical é resolvido pela selagem dos
perfis em terreno competente, e abaixo do nível da escavação, garantindo que as cargas são
transmitidas ao mesmo, sem resultar em assentamentos excessivos para a cortina e o solo
suportado [2].
Os movimentos horizontais que se verificam no terreno envolvente dependem do modo como
se deforma a cortina de contenção, que por sua vez, depende do sistema de suporte, das
características do solo e do processo construtivo. O projectista deve ter em conta os factores
mencionados que condicionam as deformações na escavação, sendo no entanto, bastante
difícil prever certas condições existentes no local, ou mesmo algumas alterações que possam
ocorrer no método construtivo, e que sejam susceptíveis de induzir um comportamento
diferente do admitido nas hipóteses do projecto [7].
A rigidez do sistema de suporte pode ser considerada em termos de elementos de rigidez
lateral (escoras e ancoragens), de flexão (parede de contenção), e vertical (parede de
contenção e ancoragens). O sistema de suporte da cortina em estudo possuirá uma
combinação destes elementos de rigidez, que determina tanto a deformada da estrutura de
contenção, como o nível de deslocamentos atingidos. Quando é usado um sistema de suporte
com elevada rigidez lateral, as maiores deformações no terreno suportado ocorrem antes da
instalação dos elementos horizontais de suporte, sendo nesta fase os movimentos
dependentes da rigidez de flexão da parede de contenção e das propriedades do solo, e na
fase seguinte, após instalação dos elementos de suporte lateral, governados pela rigidez dos
mesmos e também pela zona em que a carga é transferida para o solo. Foi verificado por
vários autores ([16] e [17]) que a maior parte dos movimentos horizontais nas escavações
ocorrem na fase inicial, antes da instalação dos escoramentos ou ancoragens. Outro dos
factores que afecta grandemente o comportamento da cortina está directamente relacionado
com o processo construtivo da mesma, sendo que nos métodos em que se executa a parede
de contenção enterrada, e antes de se iniciar a escavação, observam-se deformações muito
diferentes da situação em que se vai construindo a parede à medida que se vai avançando na
escavação (por exemplo na técnica de muros de Berlim). No caso da última situação, os
deslocamentos horizontais na fase antes da instalação dos suportes laterais, estão
dependentes quase na totalidade da rigidez do solo suportado.
11

12
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Os assentamentos que ocorrem a tardoz da cortina durante uma escavação são bastante
importantes, devido às implicações directas que têm nas construções adjacentes,
nomeadamente quando a escavação tem lugar em meio densamente urbano. Estes
deslocamentos podem ser provocados por três tipos de fenómenos: Assentamentos do terreno
induzidos por deflexão da cortina durante a escavação, devido à construção da parede de
contenção, ou devido à instalação das ancoragens [7].
Devido ao alívio das tensões horizontais do solo durante a escavação ocorrem deformações
horizontais da cortina, do terreno e consequentemente também assentamentos à superfície a
tardoz da mesma. O nível de deslocamentos horizontais, verticais e a relação entre eles
depende do tipo e rigidez do sistema de suporte, da sua posição, e da rigidez da parede de
contenção, e também do solo. Como se vê na Figura 2.3 o tipo de movimentos é diferente,
conforme o tipo de sistema de suporte. Na imagem da esquerda pode observar-se um sistema
em que a cortina funciona como consola e são permitidos os deslocamentos à superfície.
Nesta situação, a maior parte dos deslocamentos horizontais ocorre assim à superfície,
fazendo com que estes possam ser maiores que os assentamentos a tardoz da cortina [18],
que ocorrerão imediatamente por trás da mesma. Se o sistema de suporte restringir as
deformações da cortina perto da superfície, as deformações máximas horizontais irão ocorrer a
maior profundidade, e provocarão assentamentos ainda maiores, que terão lugar numa zona
mais afastada do local da escavação (imagem da direita da Figura 2.3).
Figura 2.3 – Diferenças na deformação horizontal e padrão de assentamentos de uma estrutura de
suporte: a) em consola, e b) escorada [7]
Clough e O’Rourke [19] registaram em escavações deslocamentos horizontais máximos da
parede de contenção de cerca de 0.2% da profundidade de escavação, e verticais de 0.15%,
para cortinas multi-escoradas. Ou seja, verificou-se que o assentamento máximo foi cerca de
75% da deformação horizontal registada. Esta relação depende claramente de variados
factores, tendo também sido verificado por Duncan e Bentler [20] que há uma variação
relativamente elevada na relação entre o assentamento máximo e o deslocamento horizontal
máximo, entre 0.25 e 0.4. Esta variação realça mais uma vez a importância da boa execução
durante a construção, respeito pelo faseamento construtivo e investimento na instrumentação,
neste tipo de obras geotécnicas. Deve ter-se ainda em atenção que os factores que contribuem
para o aumento dos assentamentos não provocam necessariamente mais deslocamentos

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
horizontais, podendo no entanto verificar-se esta dependência para a situação contrária
(maiores deslocamentos horizontais podem induzir maiores assentamentos).
Quando a parede de contenção consiste em elementos finos, como por exemplo nas cortinas
de estacas-prancha, não é induzido um grande alívio da tensão total do solo, na medida em
que a inserção deste tipo de elementos no terreno não ocupa muito espaço transversalmente.
No caso de paredes de contenção mais espessas (paredes moldadas, cortina de estacas) tal já
não se verifica pois ao escavar para introduzir painéis de betão armado, ou estacas de betão
armado, é criado um espaço vazio, que seja suportado ou não, irá diminuir as tensões totais
naquela zona, em relação às iniciais. A tensão total horizontal nas fronteiras no buraco criado
irá diminuir até atingir o valor de zero, se o buraco não for suportado, ou o valor de pressão
exercido pelo material que se colocar no interior do furo para suporte das suas paredes [21].
Esta diminuição da tensão horizontal, ainda que por pouco tempo, pode resultar em
movimentos da massa de solo. Os próprios métodos de execução da cortina, para escavação,
perfuração ou vibração do terreno podem provocar assentamentos do terreno que se está a
perturbar (Figura 2.4).
Figura 2.4 – Perfil de assentamentos à superfície do terreno, provocados por instalação de paredes
moldadas (adaptado de [7])
Os movimentos provocados pela perfuração do terreno para a instalação de ancoragens estão
relacionados com o fenómeno mencionado anteriormente. O nível de deslocamentos depende
do tipo de método usado para a furação, do suporte ou não das paredes do furo, e do tipo de
solo. Os deslocamentos provocados por esta fase ganham mais significado em solos moles ou
fracamente coesivos, e na presença de nível freático elevado.
O rebaixamento do nível freático na zona envolvente da escavação pode também provocar
elevados assentamentos, pois com a diminuição da altura de água aumentam as tensões
efectivas no solo; este aumento de tensão faz com que a massa de terreno fique mais pesada,
e mais propícia a sofrer fenómenos de consolidação, que por sua vez provocam
assentamentos na escavação e na sua envolvente. Este fenómeno, tal como o descrito
anteriormente, ocorre com mais intensidade em solos com fraca consistência.
As deformações na parede não podem ser evitadas simplesmente através do aumento do pré-
esforço nas ancoragens. Este aumento do pré-esforço numa primeira fase só terá o efeito de
13

14
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
gerar pressões internas que poderão prevenir a formação duma cunha de impulso activo e a
descompressão do solo. Além disso um pré-esforço elevado pode levar a uma excessiva
compactação lateral da massa de solo, e especialmente a um aumento dos assentamentos na
zona final da ancoragem [22].
Em geral, os movimentos horizontais e verticais da massa de solo durante a realização de
escavações e contenções periféricas ocorrem devido a uma conjunção de alguns ou todos os
factores mencionados acima, e podem ser previstos com alguma precisão por programas que
usam métodos de elementos finitos. A principal dificuldade na obtenção de bons resultados
com este método está na determinação dos parâmetros do solo reais (ou os mais próximos da
realidade possíveis), e na recriação no modelo de algumas condições no terreno, como a
sobre-escavação, os atrasos e paragens na escavação, as sobrecargas e vibrações
imprevistas, ou o suporte insuficiente, ou mesmo o próprio faseamento do método construtivo
utilizado. Na Figura 2.5 pode ver-se uma estimativa dos assentamentos em escavações para
vários tipos de solos, realizado por Peck [12].
Figura 2.5 – Perfil de assentamentos à
superfície para escavações escoradas, em
vários tipos de solos (adaptado de [7])
Figura 2.6 – Assentamentos máximos
observados junto a escavações (adaptado de
[7])
No entanto, com a evolução das técnicas de escavação e contenção, e do conhecimento
científico sobre o comportamento do solo em determinadas condições houve uma diminuição
destes assentamentos, previstos e verificados. Na Figura 2.6 encontra-se um esquema com
uma previsão mais recente, para várias técnicas de escavação e contenção: muros de Berlim
ou cortina de estacas prancha, paredes moldadas e cortina de estacas. Na Figura 2.7
encontra-se uma esquematização para os assentamentos a tardoz da parede de contenção,
em função da distância à mesma, para argilas médias a moles [19].

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Figura 2.7 – Perfil adimensional de assentamentos recomendados para estimar a distribuição de
assentamentos junto a escavações em argilas moles a medianamente rijas [7]
Os empolamentos que se verificam no fundo da escavação ocorrem principalmente devido ao
alívio das tensões verticais durante o processo de escavação, à deformação da parede de
contenção que empurra o solo para o interior da escavação e à deformação plástica do solo
abaixo do nível da escavação devido à alteração das tensões principais iniciais. Os factores
que afectam estes fenómenos são a profundidade de escavação, a rigidez (com maior peso) e
resistência do solo, e a distância ao substrato rígido abaixo do fundo da escavação.
A parcela elástica dos empolamentos pode ser estimada através das equações presentes no
Quadro 2.1. Estas apresentam algumas diferenças entre si, por exemplo Weissenbach usa o
módulo de elasticidade da descarga/carga em vez do módulo de elasticidade do carregamento
primário, o que faz algum sentido visto que o solo do fundo da escavação está sob descarga
durante a mesma.
Em que:
Quadro 2.1 – Previsão da parcela elástica de empolamentos no centro duma escavação [7]
Equação Referência
Bjerrum et al. 1972
Weissenbach 1977
Fang 1991
δvh - parcela elástica de empolamento vertical no centro da escavação
μ1, μ2 - coeficientes que representam o efeito da largura da escavação, profundidade e distância
ao firme
N - número de estabilidade
ξ - coeficiente que relaciona a resistência ao corte não drenada com o módulo de elasticidade
não drenado
15

16
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
isi - coeficiente que representa o efeito da largura da escavação, profundidade e distância ao
firme
γ - peso volúmico do solo; coeficiente relativo ao nº médio de solicitações por dia para o cálculo
de valor limite de velocidade de partícula
h - profundidade da escavação
∆z - espessura da camada de solo abaixo da escavação
Eur - módulo de deformabilidade na descarga/carga
sd - deslocamento horizontal do pé da parede
t - ficha da parede
b - largura da escavação
Cr - factor de forma
∆strip - coeficiente que representa o efeito da largura da escavação, profundidade e distância ao
firme
Eu - módulo de deformabilidade não drenado
Esta equação tem também em consideração a deformação horizontal do solo causada pelo
deslocamento horizontal da parede de contenção perto da base desta. Embora existam alguns
ensaios de laboratórios que podem ser feitos para prever o comportamento do solo sob estas
acções, a melhor maneira de proceder a esta previsão continua a ser através do método dos
elementos finitos. Escolhendo um modelo constitutivo adequado para o tipo de solo, e
calibrando o melhor possível os seus parâmetros, é possível simular simultaneamente o
comportamento da massa de solo no fundo da escavação sujeita ao alívio das tensões
verticais, à deformação plástica do solo das camadas inferiores e às deformações horizontais
provocadas pelo pé da cortina [7].
2.2 Sistemas de suporte de escavações
2.2.1 Escoramentos
Os escoramentos representam um dos métodos mais antigos de suporte de escavações, pela
sua simplicidade de funcionamento e execução, sendo que os primeiros utilizados eram
constituídos por madeira, em vez dos escoramentos metálicos e em betão armado, mais
recentes.
A aplicação desta solução no suporte de contenções periféricas apesar de representar uma
grande economia, tanto em termos de material como de mão-de-obra, e de necessitar de
tempos curtos de execução, acarreta também grandes limitações. Estas limitações podem

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
traduzir-se numa grande diminuição do espaço na plataforma de trabalho, devido à sua
ocupação do recinto por níveis, e também pode ser necessário recorrer a escoras ou perfis de
grande dimensão, para vencerem maiores vãos, sem que ocorram problemas de encurvadura
nem flexão.
Os escoramentos aplicam-se assim, maioritariamente em situações em que as paredes a
escorar são relativamente próximas, e nos cantos, o que acontece em quase todas as
contenções (Figura 2.8).
Figura 2.8 – Aplicação de escoramentos de canto numa escavação onde a solução das outras
zonas passou por ancoragens
No entanto, o seu campo de aplicação não deve ser limitado a estas situações, sendo da maior
importância analisar as características do cenário em questão, avaliando as vantagens e
desvantagens de todas as alternativas de suporte.
Existem situações em que os escoramentos apresentam uma solução muito vantajosa em
relação às ancoragens, por não exigirem a invasão do subsolo vizinho, não causando tantas
perturbações, ou quando o terreno competente se encontra a uma profundidade demasiado
elevada para que seja viável a execução das ancoragens. É ainda possível aplicar pré-esforço
nas escoras rígidas, o que permite uma maior eficácia do suporte da escavação, com menores
deformações na parede de contenção.
2.2.2 Ancoragens
2.2.2.1 Campo de aplicação
As ancoragens têm aplicação em vários tipos de estruturas, sendo o mais frequente em
estruturas flexíveis verticais ou sub-verticais, como paredes moldadas, paredes tipo Munique e
Berlim, e em cortinas de estacas moldadas ou de estacas prancha, e também em estruturas de
suporte ou estabilização de taludes. Em contenções de escavações para edifícios, as
ancoragens têm geralmente carácter provisório (tempo de vida inferior a 2 anos), enquanto que
para estruturas de suporte isoladas estas são geralmente de carácter definitivo (tempo de vida
superior a 2 anos).
17

18
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Esta técnica de travamento também pode ser aplicada em amarrações de lajes de fundo, no
sentido de impedir o seu levantamento devido a subpressões. Outra das aplicações pode ser
na amarração de fundações de superstruturas, em situações em que estas estejam sujeitas a
esforços globais de tracção. Neste caso, as ancoragens distinguem-se das microestacas
essencialmente por as primeiras funcionarem mais à tracção e as segundas à compressão
[23].
2.2.2.2 Constituição das ancoragens
Cabeça e comprimento livre da ancoragem
As ancoragens são constituídas por cabeça, comprimento livre e bolbo de selagem. A cabeça
garante a transmissão do pré-esforço ao comprimento livre da ancoragem, e depende do tipo
de pré-esforço aplicado. Geralmente o sistema de aperto usando cunhas está associado ao
uso de cabos nas ancoragens, e para varões de alta resistência usam-se porcas roscadas na
cabeça da ancoragem. O pré-esforço é aplicado com recurso a um macaco hidráulico, e a força
transmitida através de uma placa de ancoragem, que permite que a ancoragem fique logo com
a inclinação pretendida em projecto. O comprimento livre é o troço que faz a ligação entre a
cabeça da ancoragem e o bolbo de selagem, e é constituído pela armadura e o sistema de
injecção, que se prolongam até à zona de selagem [23].
Armadura
A armadura da ancoragem, como já referido, pode ser constituída por um varão ou barra de
aço de alta resistência roscado na ponta, ou por um cabo de aço flexível, sendo esta última a
solução mais comum em ancoragens. Cada cabo de aço flexível é constituído por vários
cordões de alta resistência, e baixa, ou muito baixa relaxação, geralmente envolvidos por uma
manga de PVC em todo o seu comprimento livre, e desprotegidos na zona da selagem, para
que haja aderência entre a ancoragem e o terreno envolvente, transmitida através da calda de
cimento.
Bolbo de selagem
O bolbo de selagem corresponde à zona fixa da ancoragem, que se deve localizar fora da
cunha de rotura da escavação, e que pode exigir um tratamento do terreno, caso o estrato
competente se encontre a grandes profundidades. É para a execução do bolbo de selagem que
se recorrem a pressões mais elevadas na injecção da calda de cimento, de modo a preencher
todos os vazios existentes no solo, garantindo uma boa ligação entre a extremidade da
ancoragem e o terreno envolvente. Esta ligação é conseguida por intermédio da calda de
cimento, aumentando a área de contacto entre os elementos a ligar, de forma a que seja
transmitida a totalidade da força da ancoragem ao solo.
2.2.2.3 Processo construtivo

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
O processo de execução das ancoragens varia conforme o tipo de ancoragem adoptada, e
também do sistema de injecção, seguindo todos geralmente um procedimento semelhante ao
descrito seguidamente:
� Execução do furo da ancoragem, com recurso a trado contínuo, ou a sistema de varas
e bit, conforme o tipo de terreno;
� Inserção manual do sistema de injecção e armadura, no interior do furo;
� Realização da injecção de selagem da armadura, por preenchimento do furo com calda
de cimento (por gravidade, ou com recurso a baixas pressões ≈ 0.5MPa);
� Reinjecção do furo para a formação do bolbo de selagem, com recurso a pressões
médias a altas (≈ 2 a 4 MPa);
� Tensionamento da ancoragem com recurso ao macaco hidráulico.
Como já referido anteriormente este processo poderá sofrer algumas alterações conforme o
tipo de terreno, a técnica de contenção e o tipo de ancoragens e sistema de injecção
adoptados. Se os terrenos envolventes da escavação forem bastante incoerentes, as paredes
do furo podem ter que ser suportadas por um tubo metálico, com ponteira perdida, que vai
sendo introduzido à medida que se procede à furação do terreno (com varas e bit), e é retirado
imediatamente após a selagem do furo com calda de cimento, seguida da introdução da
armadura com a calda ainda fresca.
Furação com trado contínuo
A furação com recurso a trado contínuo foi o método usado na execução das ancoragens do
caso de estudo analisado. Esta técnica é bastante utilizada, devido às relativamente pequenas
perturbações que induz no terreno perfurado, comparativamente a outras técnicas mais
agressivas. A perturbação reduzida deve-se ao facto da furação seguir o princípio do parafuso
de Arquimedes, o que permite que os detritos do furo sejam recolhidos pelo próprio trado. A
furação por trado contínuo é apenas possível em solos coesivos de compacidade média, ou
mesmo em rochas friáveis, e sem presença de água significativa, porque o trado não possui a
rigidez necessária para suportar e transmitir binários elevados. Os solos devem também
possuir a coesão suficiente para que as paredes do furo se auto-suportem no intervalo de
tempo que decorre desde a furação até à injecção de selagem da armadura e preenchimento
do furo.
Injecção de selagem – Sistemas IGU e IRS
A injecção para criação do bolbo de selagem é feita, geralmente cerca de 24 após a injecção
de preenchimento do furo. Estas podem adoptar o sistema IGU – injecção global unitária, ou o
sistema IRS – injecção repetitiva selectiva. Nas ancoragens do caso de estudo analisado o
sistema de injecção inicialmente previsto em projecto seria o IRS, mas o sistema efectivamente
utilizado foi uma adaptação do IGU.
19

20
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
O sistema de injecção global unitária implica a injecção da calda de cimento de uma só vez e
através das válvulas anti-retorno existentes nos tubos de injecção. Nesta técnica há uma
tendência para a calda ficar acumulada perto das saídas, ou escapar-se por algum caminho
preferencial, o que diminui a eficácia deste sistema [23].
No sistema de injecção repetitiva selectiva, a calda é introduzida de forma selectiva, ao longo
de múltiplas saídas distribuídas ao longo do comprimento de selagem (válvulas anti-retorno
sucessivas), e repartida por várias injecções, até se atingirem as características de resistência
pretendidas. As injecções são feitas com recurso a um obturador duplo, que permite isolar o
trajecto da calda de cimento, alimentando apenas uma válvula de cada vez, de baixo para
cima, e é feito em cada série um controlo do volume de calda e da pressão com que esta é
injectada. Entre cada série de injecção deve existir um intervalo de 24 horas, e o tubo de
injecção deve ser lavado no fim de cada injecção, para permitir a realização da série seguinte
[23].
Aplicação do pré-esforço
Entre as fases de injecção das ancoragens e o seu tensionamento deve haver um intervalo de
3 a 7 dias, dependendo também se forem ou não utilizados aditivos ou aceleradores de presa,
pois a calda deve possuir as características de resistência suficientes para suportar o pré-
esforço imposto pelo macaco hidráulico.
Ancoragens provisórias e definitivas
De acordo com o seu tempo de vida, as ancoragens podem também ser: provisórias, em que
possuem um tubo individual (bainha plástica) para cada cabo de aço (tirante), ou um tubo
comum, com a extremidade selada evitando a entrada de água; ou “definitivas”, que têm um
tubo único de plástico corrugado onde é introduzida a armadura e a calda de cimento. A
diferença entre as duas reside essencialmente na protecção da ancoragem contra a corrosão,
que é mais elevada no caso de a ancoragem ser definitiva, ou seja, com um tempo de vida
superior a 2 anos. Esta deve ser instrumentada e inspeccionada ao longo desse tempo, para
confirmar o seu funcionamento. No Anexo I encontra-se uma descrição dos ensaios de carga a
executar nas ancoragens, segundo a EN 1357 [24].
2.2.2.4 Modelação de ancoragens
Para uma modelação completa e rigorosa do comportamento das ancoragens deve ser tido em
conta o seu comportamento tridimensional. Nesta análise deve ser incluída também a
informação relacionada com os elementos constituintes da ancoragem (como a sua inclinação,
o comprimento livre, o comprimento de amarração e a espessura do bolbo de selagem), as
características mecânicas destes elementos, e da zona de ligação entre o bolbo de selagem e
o terreno envolvente, assim como as cargas de pré-esforço a que esta estará sujeita [25].

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Devido à complexidade que este tipo de cálculo envolve, este não é feito geralmente no
dimensionamento de cortinas flexíveis multi-ancoradas, sendo suficientes os modelos
bidimensionais com as simplificações necessárias, para os quais se obtêm resultados
aceitáveis. Estes cálculos são feitos usualmente em estado de deformação plana e dão
resultados em geral, mais conservativos do que os fornecidos por métodos tridimensionais, ou
seja, prevêem deslocamentos mais elevados. Este aspecto, aliado à facilidade no cálculo,
contribui provavelmente para que os métodos bidimensionais sejam os mais utilizados no
dimensionamento de estruturas de suporte comuns [25].
A simplificação que se adopta na modelação de cortinas de contenção ao considerar um
estado plano de deformação não se afasta muito da realidade, pois não ocorrem deformações
significativas da massa de solo e da cortina em si na direcção perpendicular à analisada em
corte. Estas deformações podem assim considerar-se nulas, e a estrutura contínua nessa
direcção, bastando para isso introduzir os valores da rigidez axial e de flexão por unidade de
comprimento. Porém, na modelação das ancoragens esta simplificação afasta-se bastante
mais da realidade, na medida em que estas não são elementos contínuos ao longo da direcção
perpendicular à analisada, e também apresentam deformações significativas nesta direcção.
Apesar de se poder admitir uma rigidez equivalente para a análise da secção transversal,
existe uma massa relativamente grande de solo que não é considerada no cálculo e no
comportamento das ancoragens, e que apresenta seguramente uma deformabilidade mais
elevada do que a de uma hipotética ancoragem contínua ao longo da direcção longitudinal da
cortina. São assim desprezados todos os deslocamentos que ocorrem nas zonas do terreno
que envolvem as ancoragens, nomeadamente na envolvente do bolbo de selagem [25].
Na modelação de ancoragens podem admitir-se dois tipos de situações em relação às
condições de fronteira do bolbo de selagem. Pode considerar-se a selagem como fixa, em que
não ocorrem deslocamentos nesta zona, ou uma selagem móvel, em que devido aos
processos construtivos, sofre deslocamentos não desprezáveis [4].
Pode admitir-se uma selagem fixa quando o estrato em que a ancoragem é selada possui
grande rigidez e resistência, tornando os deslocamentos que surgem na instalação desta,
mínimos. Esta situação será a ideal, tanto em termos de dimensionamento, como de
simplicidade do cálculo do mesmo. Quando a zona do terreno em que a ancoragem está
selada não se pode considerar rígida, o bolbo de selagem deve ser incluído totalmente na
malha de elementos finitos, e os deslocamentos acompanharão a deformação da massa de
solo envolvente, usualmente no sentido do movimento da estrutura de contenção [25].
2.2.2.5 Vantagens e desvantagens
No Quadro 2.2 encontra-se uma esquematização das principais vantagens e desvantagens do
uso de ancoragens, em relação a outros sistemas de suporte de escavações.
21

22
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Quadro 2.2 – Vantagens e desvantagens na utilização de ancoragens em contenções periféricas
Vantagens Desvantagens
� Devido à força exercida no sentido
contrário aos impulsos das terras
diminuem significativamente as
deformações horizontais no topo da
cortina, e consequentemente
diminuição dos assentamentos das
fundações dos edifícios situados a
tardoz da contenção, assim como as
consequências que daí advêm;
� É um processo mais seguro
relativamente aos escoramentos, pois
estes podem ser danificados no
decorrer dos trabalhos de escavação
por equipamentos circulantes, o que
condiciona o seu funcionamento e
segurança;
� Não provocam constrangimentos de
espaço durante a escavação.
2.2.3 Escoramentos por bandas de laje
� São menos económicas e com prazos de
execução mais alargados;
� Necessitam de equipamento e mão-de-obra
especializada;
� São limitadas pelas estruturas enterradas
vizinhas (serviços, túneis de metropolitano,
caves), sendo necessário alterar a sua
inclinação, com a consequente perda de eficácia;
� A injecção do bolbo de selagem pode provocar
danos em construções vizinhas, por
desconhecimento das características do terreno,
ou falta de controlo no processo de injecção
(pressões muito altas);
� Há um elevado desperdício de material que fica
perdido no terreno, para as ancoragens
provisórias, sendo possível apenas um
aproveitamento da cabeça da ancoragem;
� Em relação às bandas de laje, provocam mais
perturbações no terreno envolvente, e
consequentemente maiores deformações da
estrutura de contenção e das construções
vizinhas situadas a tardoz da mesma.
Com a crescente ocupação do espaço urbano subterrâneo tem vindo a ser necessário recorrer
a diferentes soluções de travamento das contenções periféricas. Estas têm surgido em
detrimento das soluções tradicionais devido às vantagens que apresentam em cada situação
de obra.
Um método que tem vindo a ser usado em vez das soluções tradicionais, ou em conjunto com
estas, consiste no travamento rígido das escavações recorrendo a elementos estruturais,
constituídos por bandas de laje dos pisos enterrados [26]. Esta solução pode ser usada,
sempre que possível, quando as tradicionais não podem ser executadas por questões de
natureza técnica, legal, económica ou construtiva. As soluções tradicionais passam
essencialmente por ancoragens, escoramentos metálicos de canto, escoras metálicas de
grande rigidez a travar a escavação apenas numa direcção, ou pelo método invertido (sistema
top-down).
Este método consiste assim na execução das bandas de laje de travamento, betonadas contra
o terreno, antes de se proceder ao nível seguinte de escavação. É garantida uma maior
segurança e menor descompressão dos terrenos durante a escavação em relação à execução
de escoras ou a ancoragens, pois é necessário escavar uma menor porção do terreno para a
instalação do elemento de travamento. Se as características do terreno o permitirem é possível
aumentar o espaçamento entre travamentos, ou escavar mais na zona inferior aos mesmos,
procedendo a uma betonagem mais tradicional, o que garante uma maior qualidade das lajes
dos pisos enterrados.

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Uma grande vantagem em relação à solução de escoramentos de grande rigidez reside no
facto de durante a escavação haver grande disponibilidade de espaço no interior do recinto,
uma vez que as bandas de laje terão uma largura mínima suficiente para acomodar os
impulsos do terreno. O travamento por meio de bandas de laje é feito em coordenação com os
restantes trabalhos de escavação, o que não é possível noutras soluções, como no método
invertido e quando a escavação é travada por meio de escoras de grande rigidez.
Quando por impossibilidades arquitectónicas não é possível executar o anel de laje de
travamento em todos os alçados da contenção pode recorrer-se a vigas treliçadas metálicas,
que garantem a continuidade do sistema e a transmissão das reacções laterais, de modo a que
todos os elementos de travamento funcionem em conjunto, como um quadro fechado de
travamento rígido e simultâneo de todos os alçados (Figura 2.9 e Figura 2.10) [26]. Esta
situação é algo frequente, pois como os pisos enterrados são usados geralmente para
estacionamento, as rampas inclinadas de acesso aos mesmos encontram-se muitas vezes
junto aos limites do lote, impedindo a existência de troços de laje definitiva nestas zonas.
Figura 2.9 – Solução de bandas de laje
complementadas por vigas treliçadas metálicas
[26]
Figura 2.10 – Efeito de quadro de laje
horizontal conferido pelas lajes e pelas
treliças metálicas [26]
Há grandes vantagens em compatibilizar o projecto de Arquitectura com o de Escavação e
Contenção, pois é conveniente e bastante económico que as bandas de laje já se encontrem à
mesma cota dos pisos enterrados definitivos. Os anéis de laje podem ser compatibilizados com
várias soluções de contenção periférica, como sejam paredes moldadas, cortinas de estacas,
muros de Munique (ou Berlim definitivo). Se o solo apresentar características de resistência e
rigidez muito fracas pode recorrer-se a técnicas de tratamento de solo, para melhorar o
comportamento e a segurança da contenção durante a escavação. Esta solução pode ainda
ser aplicada só num dos alçados ou cantos da escavação, desde que sejam garantidas
condições para a transmissão das reacções laterais às paredes dos alçados adjacentes.
A realização do travamento por meio de bandas de laje apresenta vantagens em obras em
meio urbano, pelo que não há uma utilização do subsolo vizinho, e há consequentemente uma
minimização dos impactos negativos nas construções vizinhas. Não representa uma diminuição
das características de resistência da parede de contenção, na medida em que não é
23

24
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
necessário proceder à furação da mesma (como no caso das ancoragens), aspecto que
minimiza os riscos quando a escavação decorre em solos permeáveis e saturados. É também
uma solução que oferece elevada rigidez à contenção, e permite uma boa compatibilização
entre os elementos provisórios e os definitivos da estrutura enterrada, uma vez que os
elementos de travamento já farão parte da estrutura definitiva. Isto provoca uma diminuição dos
movimentos que ocorreriam se houvesse uma desactivação de ancoragens ou escoramentos,
e transmissão dos impulsos exercidos pelo terreno para os pisos enterrados (novos elementos
de travamento), ou seja, esta fase de mobilização de cargas ocorre logo na fase da escavação.
O comportamento desta técnica de travamento observado em obras de escavações permitiu
concluir que as bandas de laje permitem um bom controlo das deformações da cortina e do
terreno envolvente, o que apresenta vantagens em meio urbano, quando a escavação é
condicionada por infra-estruturas vizinhas sensíveis.
Existem também algumas desvantagens na utilização desta técnica, nomeadamente por
implicar que a escavação ocorra com menos espaço na zona inferior aos elementos de
travamento, o que dificulta e atrasa os trabalhos de escavação. São também necessários
elementos adicionais de travamento vertical das bandas de laje, geralmente microestacas ou
perfis metálicos, realizados a partir da superfície e antes do início da escavação (Figura 2.11).
Figura 2.11 – Suporte vertical das bandas de laje por microestacas [26]
Há no entanto vantagem em incorporar também estes elementos nos elementos verticais
estruturais da estrutura definitiva, tanto em termos de tempo e economia como de bom
funcionamento da mesma, o que implica uma boa coordenação entre os projectos de
Arquitectura, Estabilidade, e Escavação e Contenção Periférica.
2.3 Influência das escavações nas construções vizinhas
2.3.1 Generalidades
Nas obras geotécnicas em meio urbano deve haver sempre um grande cuidado com os
edifícios vizinhos, especialmente quando estes apresentam fragilidades estruturais, que estão
frequentemente associadas ao facto de serem construções antigas, sem pisos enterrados e
com fundações insuficientes.

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Nas últimas décadas não tem sido dada a devida importância à regulamentação das obras
geotécnicas, especificamente em meio urbano, pelo que existe pouca legislação nacional
aplicável às mesmas no que respeita à sua influência nos edifícios vizinhos. É feita uma
abordagem a este tema no RGEU, indicando que as obras a realizar não devem provocar
danos nos edifícios adjacentes, sem no entanto entrar em pormenores no que respeita ao tipo
de danos. Também não é mencionada a situação em que os edifícios existentes já apresentam
danos anteriores (fissuras ou fendas), e estes são apenas agravados devido às perturbações
provocadas pelos trabalhos [27]. A legislação fornecida pelo pela EN-1997 (Eurocódigo 7)
também não especifica as situações em que se procedem a obras de escavações e
contenções periféricas junto a construções vizinhas sensíveis, dando apenas indicações para
obras geotécnicas novas [28].
A falta de cuidados e de legislação deve-se também ao facto de não haver tradição em
Portugal na realização de edifícios com espaço subterrâneo, sendo que essa necessidade tem
vindo a surgir mais recentemente, devido à intensa ocupação do espaço urbano à superfície.
Assim, nesta fase da vida de algumas cidades, é uma situação recorrente a realização de
obras de reabilitação e reforço, ou de construção nova com componente subterrânea num
espaço onde a vizinhança é constituída por edifícios antigos, sem essa componente.
Só a partir de 1994 passou a ser obrigatório, com a publicação do Decreto-Lei nº 250/94, de 15
de Outubro, a entrega do Projecto de Escavação e Contenção Periférica nas Câmaras
Municipais [29]. Apesar de nesta altura ainda não existir legislação aplicável específica para a
realização de escavações e contenções periféricas, foi publicado um conjunto de
recomendações elaborado pelo Grupo de Geotecnia da Ordem dos Engenheiros, em 2003.
Estas recomendações dão uma indicação do tipo de cuidados que devem ser tomados em
obras com alguma componente de geotecnia, conforme a sua importância, sugerindo uma
classificação das mesmas em 3 categorias geotécnicas [29].
� Categoria Geotécnica 1 – Estruturas pequenas e relativamente simples, para as quais se
pode assegurar que são satisfeitos os requisitos fundamentais apenas com base na
experiência e na prospecção geotécnica qualitativa, com riscos desprezáveis para a
propriedade e para a vida.
� Categoria Geotécnica 2 – Tipos convencionais de estruturas e fundações que não
envolvem riscos fora do comum ou condições do terreno e de carregamento invulgares ou
particularmente difíceis. Estas estruturas requerem a quantificação dos dados geotécnicos
e uma análise quantitativa que assegure que são satisfeitos os requisitos fundamentais,
podendo, no entanto, ser usados procedimentos de rotina nos ensaios de campo e
laboratório, bem como na elaboração do projecto e na execução.
� Categoria Geotécnica 3 – Estruturas ou partes de estruturas não abrangidas pelas
Categorias Geotécnicas 1 e 2. Esta categoria diz respeito a estruturas de grande dimensão
e pouco comuns, a estruturas que envolvam riscos fora do comum ou condições do terreno
25

26
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
e de carregamento invulgares ou excepcionalmente difíceis, e a estruturas em áreas de
sismicidade elevada.
Neste conjunto também existem recomendações respeitantes aos requisitos do projecto
geotécnico, e à qualificação do técnico responsável, em função da categoria geotécnica em
que se inserir a obra a realizar. São especificados também aspectos da memória descritiva e
justificativa, e de dimensionamento [29].
Mais recentemente, em 2009 entrou em vigor o Regulamento Municipal de Urbanização e
Edificação de Lisboa, onde no Artigo Nº 104 são feitas especificações em relação ao Projecto
de Escavação e Contenção Periférica. Nomeadamente no que respeita às condições de
vizinhança exige-se que o projecto desta especialidade deva atender aos seguintes aspectos
[30]:
� Tipo de construção e fundações existentes nas estruturas vizinhas com indicação, sempre
que possível, das suas cotas de apoio, ocupação e número de pisos acima e abaixo do
solo, e estado geral de conservação;
� Referência ao tipo de tráfego nos arruamentos confinantes;
� Indicação da existência de galerias, túneis e instalações no subsolo, na vizinhança
imediata, com especial referência à Rede do Metropolitano de Lisboa;
� Localização de infra-estruturas de água, saneamento, electricidade, gás, telecomunicações
e descrição de obras de reforço de fundações se necessárias para garantir a segurança
das construções vizinhas.
É ainda feita uma referência à proximidade das obras de contenção das estruturas enterradas
afectas ao serviço do Metropolitano de Lisboa, em que se a construção se encontrar a menos
de 25 m do plano exterior das estruturas mencionadas, o projecto de especialidade de
escavação e contenção periférica deve observar as condicionantes definidas pelo
Metropolitano de Lisboa, e o respectivo projecto ser remetido para apreciação a esta entidade
[30].
A norma referida representa um avanço positivo no enquadramento legal deste tipo de obras,
no sentido de uma melhor regulamentação e controlo das escavações e contenções em meio
urbano, especificamente para o caso da cidade de Lisboa, mas com repercussões semelhantes
para os restantes espaços urbanos.
2.3.2 Movimentos de terra devido a escavações
A realização de escavações provoca deslocamentos tanto horizontais como verticais, que se
desenvolvem progressivamente como ondas, atingindo as estruturas adjacentes e propagando-
se ao longo destas, à medida que a escavação avança. Estes movimentos estão quase sempre
associados a perdas de solo, que por sua vez se podem dividir em três categorias. Os
movimentos são provocados pelos deslocamentos da própria estrutura de contenção para o

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
interior da escavação, deslizamentos locais de pequenas massas de terreno devido a falta de
suporte provisório, ou colapso de massas de solo maiores devido a furação, escavação
excessiva, etc. Os danos nos edifícios são causados maioritariamente pelos dois primeiros
tipos de movimentos [31].
As ondas de deformação que se criam durante a escavação vão-se desenvolvendo para fora
desta, e a área de influência lateral das deformações pode ir de 2 a 4 vezes a profundidade da
escavação, dependendo das características do solo e boa execução da escavação [19].
No Quadro 2.3 pode observar-se uma esquematização dos principais factores que influenciam
os movimentos nas estruturas de contenção, assim como o comportamento das estruturas
adjacentes às mesmas [32].
Quadro 2.3 – Factores que influenciam movimentos do terreno devido a estruturas de contenção
(adaptado de [32])
Categoria Factores relacionados e descrição
Sistema de
suporte
Características
do terreno
Processo
construtivo
� Condições de suporte (comprimento da ficha)
� Rigidez de flexão da parede (muros de Berlim, cortina de estacas-prancha,
paredes moldadas e cortina de estacas)
� Nível de pré-esforço e rigidez do sistema de suporte (ancoragens préesforçadas,
pregagens, escoras...)
� Restrições verticais da parede
� Resistência ao corte e rigidez do solo a tardoz da parede e do lado passivo
� Estado de tensão in-situ (K0 e OCR; história de tensões efectivas)
� Heterogeneidade do solo e variabilidade espacial do recinto
� Instalação da cortina (antes da escavação através de perfuração, vibração,
remoção do terreno, etc)
� Rebaixamento do nível freático
� Técnica de escavação (a seco ou com nível freático elevado, profundidade da
cortina antes da instalação do primeiro nível de suporte, profundidade de
escavação abaixo do suporte...) e técnica de instalação do suporte
Existem várias dificuldades associadas à adopção de valores limite de deslocamentos, ou
vibrações, para as estruturas que possam vir a ser afectadas por escavações ou rebaixamento
do nível freático. É complicado avaliar o estado actual da estrutura, especialmente edifícios
históricos e/ou antigos, em que há pouca informação acerca das suas fundações, elementos
estruturais ou tensões instaladas devido a deformações anteriores. No sentido de contornar as
incertezas associadas às características das construções existentes, os deslocamentos do
terreno são calculados geralmente sem ter em conta a rigidez das estruturas adjacentes,
supondo que estes são transmitidos por completo às estruturas afectadas [32]
Como é bastante difícil relacionar directamente os movimentos na escavação e da parede de
contenção com os deslocamentos nos edifícios, a prática comum consiste em limitar os
deslocamentos apenas da estrutura de contenção, como forma de controlo indirecto dos danos
nas construções adjacentes às escavações. Estes critérios de limitação de deslocamentos
devem ser aplicados numa fase inicial do projecto, contribuindo mesmo para a escolha do
27

28
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
próprio tipo de contenção. Devem então ser adequados, e por vezes aferidos numa fase
posterior.
A ocorrência de danos nas estruturas adjacentes a escavações dá-se mais devido a
fenómenos de assentamentos diferenciais, do que aos valores médios das deformações em
absoluto. As condições de tensões antes do início da escavação por vezes são subestimadas,
sendo que nem sempre os resultados se encontram do lado da segurança. É também difícil
admitir parâmetros do solo relacionados com o tempo [32].
Os gráficos de dimensionamento e a experiência de campo são ferramentas bastante úteis
para obter valores iniciais de deslocamentos, e mesmo para comparação com os resultados
fornecidos pelos métodos de cálculo numérico mais avançados, como o de elementos finitos.
Estes últimos serão os que fornecem resultados mais fiáveis, pois usam modelos constitutivos
para o solo que têm em conta o seu comportamento não linear e contínuo, e simulam as várias
fases dos processos construtivos e a interface entre o solo e a estrutura de contenção. No
entanto, os deslocamentos fornecidos por estes modelos são mais fiáveis na parede de
contenção do que os resultados em relação à superfície do terreno. Apesar do crescente
desenvolvimento destes métodos mais recentemente, é necessário adoptar condições de
fronteira e modelos constitutivos mais avançados e adequados à situação real para que se
obtenham melhores resultados nessas zonas, que irão condicionar os danos provocados nos
edifícios adjacentes. As incertezas associadas a estas previsões são em grande parte
compensadas pelos factores de segurança adoptados no dimensionamento das estruturas de
contenção, aliados a um investimento na instrumentação e monitorização do surgimento de
fissuras e deslocamentos superiores aos expectáveis.
2.3.3 Transmissão dos movimentos do terreno às construções existentes
As deformações das escavações transmitidas aos edifícios adjacentes fazem com que estes
tenham movimentos de rotação, translação, distorção e possivelmente que sofram danos,
assim que se esgota a capacidade de deformação. Os pequenos deslocamentos horizontais e
verticais, e rotações de corpo rígido geralmente não afectam a segurança das estruturas,
afectando mais o seu funcionamento em serviço devido aos danos que surgem. As distorções
são provocadas por deslocamentos diferenciais de diferentes partes da estrutura. Os
deslocamentos horizontais diferenciais dão origem a compressões ou extensões, enquanto os
verticais originam deformações de flexão ou corte. Quando são feitas avaliações da resposta
de edifícios a deformações do terreno devem ser separadas as parcelas associadas a
movimentos de corpo rígido e às distorções, caso contrário é frequente serem feitas
considerações demasiado conservativas, principalmente quando os edifícios analisados têm
fundações que conseguem absorver esses tipos de deslocamentos [31].
Geralmente as fissuras e fendas que se geram nos edifícios devido aos deslocamentos
impostos na base pelas deformações do solo localizam-se com mais densidade perto das

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
janelas, por serem zonas menos confinadas estruturalmente, e de grande concentração de
tensões [33].
No Quadro 2.4 pode ver-se um resumo realizado por Poulos, que com base em
recomendações de vários autores, descreve alguns limites de assentamentos e assentamentos
diferenciais, em edifícios [34]. É de notar no entanto que estes valores são indicativos para
assentamentos devido à estrutura em si, e sem relação com escavações adjacentes ou
rebaixamentos do nível freático, sendo pois questionável a sua aplicação para estimativas no
contexto das estruturas de contenção periféricas.
Quadro 2.4 – Valores limite de assentamentos e assentamentos diferenciais para estruturas
(adaptado de [32])
Tipo de
estrutura
Estruturas tipo
pórtico e
parede
Tipo de dano/problema Critério Valor limite
Danos estruturais Distorção angular 1/150 – 1/250
Fendilhação em paredes
estruturais e não
estruturais
Distorção angular
1/500
(1/1000 – 1/1400) para
varandas
Aparência visual Inclinação 1/300
Ligações a serviços Assentamento total
Edifícios altos Operação de ascensores
Estruturas com
paredes
estruturais não
armadas
Pontes (geral)
Pontes
(múltiplos
tramos)
Pontes (1
tramo)
Fendilhação devido a
deformação por flexão:
“Côncava” // “Convexa”
Inclinação após
instalação dos
ascensores
Flecha L/H
50 – 75 mm (areias)
75 – 135 mm (argilas)
1/1200 – 1/2000
L/H=1: 1/2500 // 1/5000
L/H=5: 1/1250 // 1/2500
Funcionamento Assentamento total 100 mm
Danos estruturais Assentamento total 63 mm
Funcionamento Movimento horizontal 38 mm
Danos estruturais Distorção angular 1/250
Danos estruturais Distorção angular 1/200
2.3.4 Estimativa de danos em edifícios provocados por movimentos do terreno
Um dos critérios usados para estimar a resposta dos edifícios aos movimentos do terreno é o
da distorção angular (β), também conhecida por rotação relativa, e que corresponde à rotação
devido a assentamento, de uma linha entre dois pontos de referência na estrutura, menos a
inclinação devido ao movimento de corpo rígido. Para estimar a influência de movimentos de
escavações nas construções existentes pode ser usado o esquema da Figura 2.12, em que é
estabelecida uma relação entre a extensão horizontal e o nível de danos provocados na
estrutura, em termos de fissuras (Quadro 2.5). Este método pode ser útil para uma avaliação
inicial da resposta do edifício, tendo por base valores médios de movimentos do terreno,
extensões e inclinações sofridas pelo mesmo para o método construtivo adoptado e as
características do solo interessado pela escavação [31].
29

30
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 2.12 – Relação entre o nível de danos com a distorção angular e a extensão horizontal
(adaptado de [31])
Quadro 2.5 – Classificação de danos visíveis (adaptado de [31])
Classe de
danos
Descrição dos danos 1
Abertura 2 aproximada
de fendas (mm)
Desprezáveis Fissuras
Fendas finas facilmente reparáveis. Possíveis fracturas

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
específicos, baseada numa tensão crítica de tracção que permite estimar aberturas de fissuras,
que se relacionam com os níveis de danos do Quadro 2.5.
Se o nível de danos previsto for inaceitável, devem ser tomadas medidas preventivas, que
podem passar por mudar o processo construtivo da escavação, reforçar ou reparar o edifício,
ou tratar o solo.
Son e Cording [33] apresentaram resultados das relações entre movimentos do terreno devido
a escavações e danos nos edifícios de alvenaria adjacentes a estas, obtidos num estudo
realizado pela Universidade de Illinois. Este estudo utilizou três meios principais para a
realização desta análise: observações de campo em casos reais, ensaios em modelos físicos e
modelação numérica do problema. Foi usado também o critério da distorção angular já
mencionado anteriormente [36] para avaliar o nível de danos das estruturas. A observação dos
casos reais foi bastante útil para perceber o funcionamento dos mecanismos de deformação,
mas devido à falta de dados detalhados não foi possível analisar todos os deslocamentos e
fenómenos que as estruturas sofreram. Estes lapsos de informação foram completados pelos
ensaios nos modelos à escala e pela modelação numérica. Na Figura 2.13 pode ver-se um
esquema duma adaptação do critério utilizado, realizada por Cording et al. [37].
Figura 2.13 – Estado de deformação num ponto, ou estado de deformação média, na distorção
dum elemento da estrutura (adaptado de [33])
No estudo foram também utilizados o Quadro 2.6, onde estão representados os valores de
extensão crítica de tracção correspondentes aos diferentes níveis de danos, e o Quadro 2.7,
que contém uma esquematização da relação entre os assentamentos e declives verificados
nos edifícios, e a categoria de risco e descrição do risco [33].
31

32
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Quadro 2.6 – Extensões críticas de tracção correspondentes aos vários níveis de danos (adaptado
de [33])
Nível de danos Extensão crítica de tracção εc(X10 -3 ) [m]
Desprezável 0-0.5
Muito ligeiro 0.5-0.75
Ligeiro 0.75-1.67
Moderado a grave 1.67-3.33
Severo a muito grave >3.33
Quadro 2.7 – Valores típicos de declives máximos em edifícios e assentamentos, para análise do
risco de danos (adaptado de [38]]
Categoria
de risco
Declive
máximo do
edifício
Assentamento
máximo do
edifício (mm)
Descrição do risco
1 75
expectáveis. Danos em tubagens rígidas
expectáveis e possíveis danos noutros tipos
de tubagens
Segundo os resultados obtidos por Son e Cording [33], as paredes estruturais dum edifício de
alvenaria adjacente a uma escavação que se encontrem orientadas perpendicularmente à
parede de contenção da escavação tendem a sofrer distorção e deformações por corte, e
laterais ao nível da fundação. Quando o movimento do terreno é inicialmente induzido na frente
do edifício, este é sujeito a distorção por corte e deformação lateral na base. Além disso, o
arrastamento das fachadas induzido pelo assentamento da superfície do terreno aumenta a
distorção perto da extremidade das paredes de suporte e provoca a abertura de fissuras
concentradas perto das paredes de fachada ou da primeira coluna de janelas. Para
assentamentos mais abrangentes, à medida que os movimentos do terreno se estendem mais
para a base do edifício, este pode começar a sofrer deformação devido a flexão e
desenvolvimento de fissuras no topo do mesmo, se se verificar um comprimento muito maior do
que a altura da construção.
As fissuras formam-se inicialmente junto às áreas de aberturas, e propagam-se para cima com
o aumento dos movimentos do terreno. A abertura de fissuras diminui a rigidez do edifício e
aumenta a tendência para o movimento deste acompanhar mais o perfil de deformações que é
induzido à superfície do terreno. As distorções aumentam, a fendilhação passa a controlar
bastante a resposta do edifício aos movimentos, e uma análise elástica do fenómeno pode
conduzir a resultados que não correspondem à realidade.

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Num outro estudo elaborado por Son e Cording, foi analisada a resposta de edifícios com
diferentes sistemas estruturais a movimentos do terreno de fundação, devido a escavações
próximas. Este indicou que a resposta dos edifícios a este tipo de deformações é bastante
controlada pela interacção solo-estrutura e pela fendilhação da estrutura, sendo que uma
análise elástica só por si pode levar a resultados diferentes da realidade, em termos de
previsão de danos nos edifícios [39]. Assim, a estimativa dos danos deverá ser feita tendo em
conta o efeito da fendilhação das estruturas e o comportamento destas já em estado
fendilhado, relacionando com a interacção solo-estrutura.
Para uma estrutura constituída por alvenaria de tijolo, uma vez que se inicia a fendilhação, as
fissuras seguintes concentram-se na zona das iniciais, e propagam-se para cima com o avanço
dos assentamentos do terreno. No entanto, para uma estrutura em pórtico preenchida por
alvenaria de tijolo, devido ao maior confinamento existente, não se verifica uma propagação de
fissuras tão intensa, havendo distorções menos acentuadas. Também se concluiu que uma
estrutura em solo mais rígido é mais susceptível de sofrer danos devido a assentamentos do
terreno do que uma estrutura assente em solos moles para o mesmo nível de assentamentos,
pois esta tem mais capacidade de alterar o perfil de assentamentos à superfície do terreno
evitando distorções ao nível do edifício. No entanto, este efeito diminui quando a estrutura tem
mais resistência, ou em estruturas mais restringidas por elementos estruturais, tipo pórtico [39].
Apesar do conhecimento já adquirido nas análises já realizadas sobre este tema, continua a
ser bastante difícil determinar com exactidão o comportamento de certos edifícios quando
submetidos a movimentos do terreno de fundação. Pois além de não se conhecer exactamente
o tipo de movimentos que o solo terá, devido à sua heterogeneidade e a todos os factores já
referidos que são difíceis de determinar em fase de projecto, existem também grandes
incertezas associadas à constituição dos próprios edifícios. Estes têm por vezes um sistema
estrutural misto, entre alvenaria, estruturas porticada e outros sistemas mais antigos, que
podem coexistir mutuamente, devido a alterações que foram sendo feitas no edifício ao longo
do tempo. Esta heterogeneidade e desconhecimento da constituição dos próprios edifícios
adjacentes às escavações tornam assim bastante complicadas previsões exactas do seu
comportamento, assim como a realização de análises em modelos reduzidos com condições
controladas em laboratório. Ganha então importância a análise controlada dos casos práticos
de que se vai tendo conhecimento, que contribuirá para se encontrarem padrões de
comportamento dos vários tipos de estrutura adjacentes a escavações e contenções
periféricas.
2.3.5 Movimentos nos edifícios devido a vibrações
Em termos de legislação sobre a influência de vibrações em edifícios, a Comissão Técnica de
Normalização Portuguesa CT 28 (Acústica e Vibrações, na SC 5 – Vibrações), pretende
actualizar as Normas Portuguesas, publicando, em breve, para além de uma norma de
33

34
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
vocabulário, duas normas sobre danos nas construções e uma sobre sensibilidade humana
[40].
A norma em vigor em Portugal que tem como objectivo limitar os efeitos nocivos que as
vibrações podem ter construções vizinhas devido a trabalhos de escavações com explosivos,
de cravação de estacas e outros do mesmo tipo, tem a designação de NP 2074. A norma
estabelece um valor limite para a velocidade de vibração de pico através de três factores, que
pretendem ter em conta o tipo de construção envolvido, o tipo de terreno de fundação, e a
periodicidade diária das solicitações, o que a distingue da maioria das outras normas na área
das vibrações [41]. No entanto, não tem em conta a frequência ondulatória, o que constitui uma
limitação significativa à sua aplicação, dada a extrema importância desse parâmetro em
critérios de danos a nível internacional. O projecto de revisão da norma, que está a decorrer,
pretende incluir a relação intrínseca entre as litologias e as gamas de frequência expectáveis
[42].
A NP 2074 dá a indicação de um valor limite (Vl) de velocidade de partícula (Vr), para o qual,
não ocorre fendilhação e danos estruturais nas estruturas junto à perturbação do terreno. O
valor limite é calculado através da seguinte equação [41].
Em que,
α – Coeficiente relativo às características do terreno.
β – Coeficiente relativo ao tipo de construção.
γ – Coeficiente relativo ao nº médio de solicitações por dia.
Os coeficientes α, β e γ dependem de vários factores, e conjugam-se de forma a obter os
valores limite para as velocidades de vibração de pico (Quadro 2.8).
Já o critério proposto na revisão da norma (que ainda não foi publicada) baseia-se, não no
máximo do módulo do vector velocidade, mas no máximo das suas três componentes (Quadro
2.9) [40].
E em relação a danos em estruturas correntes (excluindo monumentos e edifícios sensíveis), o
LNEC tem utilizado o critério apresentado no Quadro 2.10 [40].
No que diz respeito à publicação da nova Norma Portuguesa (na ausência da norma europeia),
elaborada na CT 28, o critério encontra-se no Quadro 2.11 [40].

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Quadro 2.8 – Limites estabelecidos na NP 2074, para a velocidade da vibração de pico (mm.s -1 )
(adaptado de [40])
Tipos de
construção
(que afectam
os valores
da constante
β)
Construções
sensíveis
Construções
correntes
Características do terreno (que afectam os valores da constante α)
Solos incoerentes;
areias e misturas areiaseixo
bem graduadas;
areias uniformes; solos
coerentes moles e muito
moles
Solos coerentes muito
duros, duros e de
consistência média;
solos incoerentes
compactos; areias e
misturas areia-seixo
graduadas; areias
uniformes
Rochas e solos
coerentes e rijos
cp ≤ 1000 m/s 1000 < cp < 2000 m/s cp ≥ 2000 m/s
γ = 1.0 γ = 0.7 γ = 1.0 γ = 0.7 γ = 1.0 γ = 0.7
2.50 1.75 5.00 3.50 10.00 7.00
5.00 3.50 10.00 7.00 20.00 14.00
Construções
15.00 10.5 30.00 21.00 60.00 42.00
reforçadas
Notas: cp – Velocidade de propagação das ondas sísmicas longitudinais no terreno (rocha ou solo); em
cada situação, a constante γ é aplicada no sentido de reduzir em 30% (γ = 0.7) os valores da velocidade,
caso se efectuem mais de 3 detonações diárias, ou seja, se for aplicada uma fonte vibratória permanente,
ou quase; a grandeza de velocidade a medir é o módulo resultante da medição das três componentes
ortogonais da velocidade de vibração.
Quadro 2.9 – NP revista – Valores limite do valor da maior componente da velocidade da vibração
na base da edificação (vi máx, mm/s) (adaptado de [40])
|v|M \ tipo de solo →
↓ tipo de construção\
Incoerentes soltos e
coerentes moles
f < 10 Hz
Incoerentes
compactados e
coerentes duros e
médios
10 < f < 40 Hz
Coerentes rijos
40 Hz < f
sensíveis 1,3 – 1,8 – 2,5 2,5 – 3,5 - 5 5 – 7 – 10
correntes 2,5 – 3,5 – 5 5 – 7 – 10 10 – 14 – 20
de betão armado 6,5 – 9 – 12,5 12,5 – 17,5 – 50 25 – 35 – 50
Notas: os primeiros valores valem para um número total de vibrações superior a cem, os segundos para
um número diário de vibrações superior a três, os terceiros valores valem para 3 ou menos vibrações
diárias; a grandeza a medir é a sua componente mais significativa da velocidade de vibração; f é a
frequência predominante no espectro de velocidade.
Quadro 2.10 – Danos: Valores limite da velocidade eficaz da vibração, no local [40]
Vef (mm/s) Efeitos
Vef < 3,5 Praticamente nulos
3,5 < vef < 7 Possibilidade de danos cosméticos em edifícios antigos
7 < vef < 21 Fendilhação ligeira nos revestimentos
21 < vef < 42 Fendilhação acentuada nos revestimentos e alvenarias
42 < vef
Danos consideráveis; possível fendilhação da estrutura de betão armado
Nota: Componente vertical ou horizontal se esta for mais significativa. Nas vibrações continuadas de
maior intensidade o factor de crista, vM / vef, é geralmente menor, e este critério corresponde ≈ à limitação
de vM < 5 ou 10 mm/s, respectivamente para edifícios antigos ou recentes.
35

36
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Quadro 2.11 – Danos: valores limite da velocidade efectiva da vibração, no local [40]
vef em mm/s Duração inferior a 1 hora/dia
Duração superior a 1
hora/dia
Construções sensíveis (e1) 1 0.7
Construções correntes (e2) 2 1.8
Construções reforçadas (e3) 5 5
Notas: vef – valor da componente mais significativa; e1 – construções sensíveis: monumentos e outros
edifícios históricos, casas antigas em centros históricos, depósitos de água e chaminés em alvenaria, etc..
e2 – construções correntes, como edifícios de habitação em boa alvenaria, edifícios industriais menos
recentes, etc.. e3 – construções reforçadas, como edifícios com estrutura de betão armado, edifícios
industriais de construção recente, etc..
Segundo Bernardo e Dinis da Gama [40], a actualização da NP 2074 é necessária, pois é
importante que esta inclua a frequência das vibrações que atingem as estruturas, juntamente
com a amplitude da velocidade de vibração, que são parâmetros essenciais de segurança
contra as operações que geram vibrações. Estes autores concluíram também que o facto de se
considerarem as características do terreno em que as estruturas estão fundadas conduz a
resultados diferentes dos obtidos na realidade, sendo preferível o uso do parâmetro da
frequência, como já referido anteriormente.
2.4 Muros de Munique
2.4.1 Generalidades
Este tipo de paredes de contenção tem vindo a ser utilizado já desde a década de 70 em
contenções periféricas e muros de suporte de taludes, devido às suas vantagens, entre elas,
no que respeita à facilidade de execução. No entanto, mais recentemente têm vindo a ser
substituídas por outras técnicas de contenção mais eficazes, como paredes moldadas ou
cortinas de estacas, por representarem menores descompressões dos terrenos, assim como
prazos de execução mais reduzidos.
A designação desta técnica como Paredes tipo Munique tem sido alvo de alguma controvérsia,
variando a designação de Munique para tipo “Berlim definitivo”, em semelhança aos Muros de
Berlim ou paredes de Berlim provisórias, cuja entivação entre os perfis metálicos é feita por
meio de tábuas de solho, em vez de painéis de betão armado [43]. Os perfis metálicos têm
como função transmitir as cargas verticais ao terreno, sendo estas a componente vertical do
impulso, o peso próprio da cortina e a componente vertical das ancoragens.
Em termos de dimensionamento, o comportamento deste tipo de contenção assemelha-se a
uma cortina de contenção flexível multi-ancorada, que se caracteriza por ter uma elevada
deformabilidade na fase construtiva, e é influenciada ao nível dos esforços de cálculo pela
interacção solo-estrutura.
Com base em resultados obtidos através de modelação numérica, Guerra [2] concluiu que, em
termos de cargas verticais, quase todas ao longo da escavação são provocadas pela
componente vertical das ancoragens, e não pelo peso próprio da parede de betão. Estas

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
cargas verticais são suportadas em grande parte pelos perfis verticais em detrimento da
mobilização da resistência lateral na interface cortina-solo, sendo que esta é mais mobilizada
no início da escavação, mantém-se constante com o avanço da mesma, e acaba por diminuir
nas últimas fases, o que significa que há movimentos ascendentes da massa de terreno em
relação à cortina.
2.4.2 Processo construtivo
Na execução de muros de Munique, de forma geral deve ser respeitada a seguinte sequência:
� Escavação geral;
� Introdução dos perfis metálicos;
� Execução da viga de coroamento;
� Execução dos painéis primários;
� Execução das ancoragens dos painéis primários;
� Execução dos painéis secundários e respectivas ancoragens, caso existam;
� Execução dos painéis terciários (de canto) e respectivos escoramentos;
� Execução da cortina até à cota de fundação, execução da superstrutura e desactivação
das ancoragens e escoramentos.
Devem ser tidos em conta alguns aspectos no que respeita à sequência construtiva indicada
anteriormente:
� Na primeira fase da escavação geral é usual ser feito um rebaixamento da cota do terreno
em todo o recinto até à cota inferior da viga de coroamento, que deve ser o mais baixo
quanto possível tendo em conta as condições do terreno. A restante escavação deverá ser
feita em talude, e devem ser garantidas, se possível, as condições para a circulação dos
equipamentos necessários à obra.
� Antes da introdução dos perfis metálicos deve ser verificado à priori se a sua localização
não coincide com a de eventuais pilares definitivos embebidos nas paredes.
� Ainda que em projecto a problemática das cargas verticais tenha sido tida em conta no
dimensionamento da solução, por vezes em obra a sua execução não garante as
condições supostas em projecto. Como já referido anteriormente um dos aspectos em que
isto se verifica é na selagem dos perfis, em que é conveniente que a injecção da calda de
cimento para a selagem seja feita com recurso a mangueira, e não simplesmente desde a
superfície do terreno, como se verifica nalgumas situações. O perfil deve ser mantido
centrado no furo durante a injecção, e até a calda fazer presa, principalmente quando as
suas dimensões são consideravelmente inferiores às dimensões do furo. (No estrangeiro
os perfis usados são muito maiores, e a sua selagem é feita com betão) [2].
37

38
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
� O processo de execução dos furos para introdução dos perfis pode e deve ser utilizado
também para aferir as características dos estratos subterrâneos, confirmando e
complementando assim, as informações fornecidas no Relatório Geológico-Geotécnico. A
zona “livre” do furo deve ser preenchida com areia até à superfície, se bem que noutros
países é também usual preencher o furo com betão pobre, calda de cimento ou lamas
bentoníticas, sendo também conveniente que o material de preenchimento seja
incompressível. O material de preenchimento tem como função, além de diminuir os
deslocamentos da cortina e do terreno induzidos pelo espaço vazio criado, também impedir
a encurvadura dos perfis, que pode acontecer devido aos elevados comprimentos livres, e
ao aumento de carga que vai havendo durante a escavação, sobre os mesmos. A solução
que passa por deixar os perfis no exterior da parede devido à dificuldade de furação junto à
empena de edifícios adjacentes é altamente desaconselhável, no que respeita ao seu
funcionamento para a transmissão das cargas verticais [2]. Nestas situações, os perfis
ficam também mais expostos aos trabalhos que decorrem durante a escavação, como
sejam, a impactos de equipamentos que circulam no recinto, diminuindo a sua capacidade
de carga. Há também a desvantagem de não ficarem confinados nem pela areia, nem pela
parede de betão, o que aumenta o risco de encurvadura, diminuindo também a resistência
axial.
� A viga de coroamento tem como objectivo solidarizar todos os perfis para que estes
possam funcionar em conjunto. É usual proceder-se à colocação de uma “almofada de
areia” na zona inferior da viga antes da betonagem, de modo a evitar o contacto directo
entre o betão e o terreno. A viga é cofrada na face exterior e betonada contra o terreno na
face interior, e devem ser deixadas armaduras de espera laterais, superiores (para a
superstrutura) e inferiores (para os painéis de betão armado que lhe sucederão).
� Para a execução dos painéis primários é necessário proceder-se à sua abertura, que
consiste em escavar a porção de terreno entre perfis verticais, deixando duas banquetas
de terreno, uma de cada lado da zona escavada, cuja função é a de suportar parte do
impulso do terreno que era suportado pelo solo através do chamado “efeito de arco”, sendo
que a restante parte do impulso é suportada pelo próprio terreno colocado a descoberto,
devido à sua coesão aparente. É notável assim a importância do solo ter coesão aparente
suficiente para a execução deste processo, sem que ocorra descompressão do terreno
suportado. A altura de escavação corresponde aproximadamente ao pé-direito de um piso
enterrado, e a profundidade para o interior da escavação é variável, podendo atingir até 4
m. É comum proceder-se também à colocação duma camada de areia e/ou terra na base
do painel a betonar, que tem como função impedir a infiltração do betão no terreno durante
a betonagem do painel, e também assegurar o espaço para as armaduras de espera da
parte inferior, que farão a ligação ao painel seguinte.
� Na montagem das armaduras correspondentes a cada painel, a armadura posterior é
colocada em primeiro lugar, seguida do reforço para o punçoamento e flexão na zona da

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
ancoragem, as armaduras de espera de eventuais lajes, ou pilares (caso estes fiquem
embebidos no muro), e por fim a armadura de intradorso. As armaduras dos pilares, caso
existam, devem ser colocadas antes das armaduras dos painéis, e localizadas, de
preferência na fronteira entre dois painéis. Devem ser deixados negativos (geralmente em
PVC) para as ancoragens, ou escoramentos [43].
� Embora na técnica de escavação e contenção recorrendo a muros de Munique haja em
geral um grande cuidado nas fases iniciais da escavação, devido ao desconhecimento das
condições das fundações das construções vizinhas, assim como as características do
terreno, há uma tendência para esse cuidado ir diminuindo à medida que a escavação vai
avançado, visto já haver uma maior confiança e conhecimento das condições envolventes.
No entanto, esta é precisamente a fase crítica no que diz respeito ao equilíbrio vertical da
cortina, pois é quando esta possui a carga máxima, estando todos os troços de betão
armado completos e as ancoragens inclinadas todas executadas. Assim, também não é
aconselhável perder totalmente o seguimento do faseamento construtivo, abrindo vários
painéis ao mesmo tempo, ainda que o terreno aparente características de coesão aparente
suficientes para isso [2].
� A cofragem dos painéis é feita geralmente com recurso a tábuas de madeira, mas podem
ser utilizados também elementos metálicos. O escoramento da cofragem deve ser bem
garantido, uma vez que esta deve resistir ao impulso do betão fresco, e também do terreno.
Este suporte pode ser conseguido por meio de um escoramento contra o terreno, com
recurso a injecções de cimento ou tábuas para aumentar a área de contacto, ou contra
maciços de betão, através de prumos metálicos ou barrotes de madeira. Deve ser deixada
uma abertura na cofragem (“bico de pato”) para que se possa proceder à betonagem do
painel. A descofragem do painel deve ser feita cerca de 48 horas após a betonagem, sendo
a fase em que os painéis se encontram mais vulneráveis, pois já não estão a ser
suportados pela cofragem, e ainda não possuem as características de resistência finais
para fazerem face aos impulsos do terreno. Assim, partir deste momento a execução das
ancoragens deve seguir-se o mais rápido possível. Como a utilização do processo de
muros de Munique implica a presença de solos coesivos, a técnica mais usada na furação
para execução de ancoragens será a do trado contínuo. Os procedimentos relacionados
com a execução das ancoragens foram já descritos anteriormente, na secção 2.2.2. Na
fase de execução dos painéis secundários e respectivas ancoragens o procedimento é
essencialmente semelhante à execução dos painéis primários, apenas com a diferença de
poder ser dispensado o recurso a ancoragens, e também de poder adoptar-se uma largura
superior à dos painéis primários, quando o terreno apresenta boas características.
� A execução dos painéis terciários (de canto) e respectivos escoramentos deve ser feita em
primeiro lugar em relação aos painéis secundários, pois é conveniente confinar logo à
partida essa zona sensível da escavação [43]. Nos cantos convexos, em vez de
escoramentos o suporte pode ser feito por meio de tirantes – varões de aço. Desde que as
39

40
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
condições do terreno o permitam, e até porque a obra pode ter cotas de fundação
diferentes conforme o alçado, pode avançar-se com o processo de escavação em frentes
diferentes e trabalhar em vários níveis de painéis simultaneamente, o que permite diminuir
os prazos de execução.
� À medida que se vai procedendo à construção da superstrutura, as ancoragens vão
deixando de ser necessárias, uma vez que a função de suporte dos impulsos das terras
passa a ser assegurada pelas lajes dos pisos enterrados. A posição das ancoragens deve
ser deixada perto das lajes, mas não em sobreposição com estas, para que se possa
proceder à sua desactivação, e recuperação das respectivas cabeças assim que as lajes
correspondentes estiverem concluídas. A desactivação das ancoragens é feita geralmente
cortando com um maçarico um a um, os cabos de pré-esforço, soltando assim a cabeça
para futuras reutilizações. Deve ser deixado um registo da localização em profundidade
das ancoragens definitivas, a fim de evitar problemas ou danos nas construções vizinhas
[43].
Controlo de execução
Deve ser feito um controlo da escavação através de instrumentação, antes, durante e após a
execução da mesma. Esta instrumentação pode ser feita por meio de diversos aparelhos, como
inclinómetros imediatamente a tardoz da cortina, inseridos em furos de sondagem, alvos e
marcas topográficas, células de carga em ancoragens e extensómetros nos escoramentos.
Estes meios permitem monitorizar os deslocamentos que ocorrem na cortina de contenção
executada, no terreno envolvente e nas construções vizinhas, variações de pré-esforço nas
ancoragens, e variação de comprimento dos escoramentos. Estes aspectos devem ser
especificados no Plano de Instrumentação e Observação, que deverá ser incluído na memória
descritiva e justificativa do projecto de escavação e contenção periférica.
2.4.3 Aplicabilidade e comparação com outras técnicas de contenção
O campo de aplicação das paredes tipo Munique pode ser directamente relacionado com as
suas vantagens e desvantagens, que serão descritas mais adiante. As limitações e vantagens
desta técnica em relação às alternativas para cada situação de projecto acabam por determinar
a viabilidade do uso desta solução. Assim, a escolha da solução ideal não depende só das
condições do terreno, mas também da urgência de prazos da obra e do orçamento disponível,
sendo necessário encontrar um equilíbrio, não comprometendo os critérios de segurança.
No Quadro 2.12 encontram-se esquematizadas as vantagens e desvantagens das técnicas de
contenção que podem ser aplicadas a escavações e contenções periféricas em meio urbano.

Escavações e Contenções Periféricas em Meio Urbano
Quadro 2.12 – Vantagens e desvantagens de soluções de contenção periférica em meio urbano
Solução Vantagens Desvantagens
Muros de
Munique
(Definitivo)
Muros de
Berlim
(Provisório)
Cortina de
estacas
moldadas
Cortina de
estacasprancha
Paredes
Moldadas
Cortinas de
colunas de
Jet-Grout
� Economia nos processos construtivos;
� Não exige grande área de estaleiro, nem
pessoal e tecnologia especializados;
� Proporcionam acabamento aceitável, por
serem cofrados interiormente;
� Permitem um bom aproveitamento da
área útil do edifício, uma vez que as
paredes são de espessura relativamente
reduzida e são executadas no limite do
lote (betonadas contra o terreno).
� Economia, sobretudo para contenções
provisórias;
� Facilidade em manobrar e construir, com
bons rendimentos diários em área;
� Não exige grande área de estaleiro, nem
pessoal e tecnologia especializados.
� Atingem-se profundidades elevadas;
� Pode-se dispensar o uso de fluidos
estabilizadores caso o terreno possua
consistência suficiente;
� O processo de execução não provoca
vibrações excessivas, excepto quando é
feito o recurso ao trépano;
� Grande variedade de diâmetros
disponíveis.
� Facilidade de execução abaixo do nível
freático, dentro de água em presença de
solos moles;
� Oferecem ao terreno superfícies
contínuas;
� Garantia de estanqueidade na
passagem de água para o exterior;
� É possível recuperar e reutilizar as
estacas.
� Pode ser utilizado em qualquer
circunstância em termos de condições
hidro-geológicas (mesmo com nível
freático elevado, percolação de água
e/ou terrenos incoerentes ou moles);
� Atingem-se profundidades elevadas;
� Garantia de estanqueidade na
passagem de água para o exterior;
� Maleabilidade na programação, por ter a
configuração de painéis.
� Solução económica e com altos
rendimentos comparativamente com as
soluções tradicionais alternativas
(Paredes Moldadas, Cortina de estacas);
� Não provoca vibrações;
� Garantia de estanqueidade;
� Processo muito moroso e fracos
rendimentos diários em área;
� Mau desempenho para nível freático
elevado, não garantindo a
estanqueidade a longo prazo;
� Exigem terrenos com alguma
consistência;
� Provocam alguma descompressão
do solo, originando assentamentos
das fundações das construções
vizinhas e deslocamentos da própria
parede de contenção, o que pode
provocar danos.
� Mau desempenho para nível freático
elevado, devido à percolação dos
finos e erosão interna do solo; a
água passa livremente entre os
elementos;
� Exigem terrenos com alguma
consistência;
� Estão relativamente limitados em
termos de profundidade.
� Dificuldade na garantia de
verticalidade;
� A entrada de água e/ou percolação
pode causar anomalias no betão
antes da presa;
� Exige equipamentos e mão-de-obra
especializados.
� A cravação pode originar ruído e
vibrações, assim como a danificação
dos elementos;
� Têm problemas de corrosão a longo
prazo;
� Dificuldade na garantia de
verticalidade e na correcção da
mesma;
� Não podem ser utilizadas em
terrenos com camadas ou blocos
dispersos de rochas.
� Execução difícil em terrenos rijos,
com grandes perdas de rendimentos;
� Exige equipamentos e mão-de-obra
especializados;
� Exige grande espaço de estaleiro;
� Solução relativamente onerosa
(devido a por exemplo, fabrico,
recuperação e reciclagem das lamas
bentoníticas, ou transporte para local
de vazadouro apropriado).
� Necessidade de uma rigorosa
interpretação dos cenários geológico
- geotécnico e estrutural;
� Importância da calibração prévia de
parâmetros de execução, quando
justificável através do recurso a
41

42
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Solução Vantagens Desvantagens
Cortinas de
painéis de
CSM
� Pode ser utilizado em terrenos
incoerentes e com nível freático elevado;
� Permite a realização da contenção antes
da escavação – segurança;
� Versatilidade de soluções;
� Representa um tratamento do solo, o
que traz vantagens a nível ambiental e
económicas, não sendo necessário
transporte de material para o exterior.
� Solução com vantagens económicas e
ambientais (incorporação do solo na
solução, com minimização de refluxo);
� Altos rendimentos;
� Garantia de estanqueidade;
� Não provoca vibrações;
� Pode ser executado em todos os tipos
de solo, incluindo os incoerentes e com
nível freático elevado;
� Permite a realização da contenção antes
da escavação – segurança;
� Versatilidade de soluções ;
� Bom controlo de verticalidade e
qualidade.
ensaios de carga à escala real,
assim como do controlo da
execução;
� Exige algum espaço de estaleiro
para instalação de um silo;
� Exige equipamentos e mão-de-obra
especializados;
� Não pode ser utilizado em solos com
camadas ou blocos de rocha
dispersos.
� Importância de estudos de
formulação laboratorial para a
determinação do melhor ou melhores
ligantes a adoptar na mistura com o
solo, assim como das respectivas
quantidades;
� Exige equipamentos e mão-de-obra
especializados.
Analisando os aspectos referidos no Quadro 2.12 é possível concluir que a escolha da técnica
de contenção a adoptar depende quase inteiramente da situação, quer seja em termos de
condições geológico-geotécnicas e hidrológicas, dos prazos, capital disponível, condições
vizinhas e outros condicionamentos. Assim, no caso de estudo apresentado no capítulo
seguinte, a solução adoptada, tendo em conta todas as características da obra a realizar,
passou pela execução de Muros de Munique. Como não se considerou a existência de nível
freático no interior do recinto, foi possível recorrer a uma solução que não garantisse a
estanqueidade; e como os terrenos interessados pela escavação apresentam alguma
coerência pôde escolher-se uma solução mais dependente das características do solo. Quanto
“piores” as condições do terreno: solos moles e nível freático elevado, menos económicas
serão as técnicas necessárias, para que se garanta a segurança. Como os condicionamentos a
nível de custos eram superiores às limitações de prazos optou-se então pela contenção tipo
Berlim definitivo, pois enquadrava-se nos objectivos e características da obra a realizar.

Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
3. CASO DE ESTUDO: PALÁCIO DOS CONDES DE MURÇA
3.1 Enquadramento geral e elementos base
A obra que serviu de caso de estudo a esta dissertação teve como objectivo a escavação e
contenção periférica para a execução dos pisos enterrados previstos para o empreendimento
“Palácio dos Condes de Murça”, em Lisboa. A área a intervencionar situa-se na freguesia de
Santos e encontra-se limitada a Sul pela Rua de Santos-o-Velho e a Leste pela Rua S. João da
Mata (Figura 3.1). Os pontos de referência e respectivos alçados do recinto da escavação
encontram-se representados na Figura 3.2.
Figura 3.1 – Área de implantação do
Empreendimento “Palácio dos Condes de
Murça” [44]
Figura 3.2 – Alçados adoptados para o recinto
da escavação (adaptado de [48])
O Projecto de Execução de escavação e contenção periférica elaborado pela empresa “JetSJ”
teve por base o projecto de licenciamento elaborado pela empresa “AfaConsult”. A solução
construtiva sugerida no projecto inicial sofreu algumas alterações, no sentido de haver uma
optimização dos custos, uma vez que os condicionamentos locais o possibilitavam. No projecto
de licenciamento, a solução passava pela realização de uma contenção do tipo “Berlim
definitivo” ou “Muros de Munique”, com espessura variável entre 0.35 m e 0.50 m, travada com
recurso a ancoragens, escoras de canto e tirantes, e suportada verticalmente por meio de
perfis verticais tipo HEB e CHS [45].
As alterações feitas ao projecto inicial consistiram em reduzir a espessura dos muros de
contenção para 0.30 m, alterar os perfis verticais todos para HEB, e respectivas selagens, e
reduzir o número de ancoragens, através do aumento das respectivas cargas de blocagem.
Foram mantidos em relação ao projecto inicial os muros em consola pregados com
microestacas, nos alçados que confrontam com a igreja (parte do alçado A-E, na Figura 3.3),
na zona Sudoeste do recinto de escavação. Foi necessário recorrer a esta solução em vez de
ancoragens definitivas porque não foi obtida a autorização para a sua realização no terreno
subterrâneo da igreja. Estas teriam que ser definitivas, por não estar prevista a construção de
pisos enterrados nesta zona, e haver a necessidade de suporte do terreno escavado. Já no
alçado que confronta para a cisterna, foi possível a execução das ancoragens definitivas [46].
43

44
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 3.3 – Estado inicial do alçado AE, que confronta com a Igreja [47]
A técnica adoptada de Muros de Munique adequa-se ao cenário em questão, pois exige solos
com alguma coesão, deformabilidade reduzida, e nível freático e caudais afluentes
suficientemente reduzidos, para que possam ser controlados por aparelhos de bombagem e
outras técnicas semelhantes. Como já referido anteriormente, este processo construtivo
consegue ser económico e ter bons rendimentos, tanto quanto o terreno a escavar o permitir,
não tolerando no entanto, a presença de água em quantidade. Embora o cenário geológico-
geotécnico permitisse a realização da contenção com recurso a esta técnica, as condições de
vizinhança exigiam um controlo de deslocamentos muito rigoroso. Os edifícios envolventes,
pelo facto de estarem fundados em aterros e a pouca profundidade, eram muito sensíveis a
pequenas perturbações e descompressões do terreno. Assim, durante todos os trabalhos de
furação e escavação foi feita uma análise cuidadosa às características dos terrenos, em
complemento à informação inicialmente existente.
Os elementos base que serviram de ponto de partida à elaboração do projecto de escavação e
contenção foram os disponibilizados pelo dono de obra: o Relatório de Reconhecimento
Geológico – Geotécnico, realizado pela empresa “GEOMA”, em Abril de 2010; e o Projecto
Base de Escavação e Contenção Periférica, elaborado pela empresa “AfaConsult”, em Abril de
2010. Os condicionamentos descritos nos elementos base foram complementados com novos
elementos recolhidos em visitas ao local para melhor interpretação do cenário geológico –
geotécnico, e da vizinhança.
3.2 Principais condicionantes
3.2.1 Enquadramento geológico e geotécnico
Com o objectivo de caracterizar a geologia do espaço anexo ao Palácio dos Condes de Murça,
procedeu-se à realização de 10 sondagens mecânicas, 10 poços de observação de fundações,
à instalação de piezómetros clássicos em 4 furos de sondagem, e à colheita de amostras de
água e de solos para caracterização laboratorial. Estes trabalhos de campo, e sua localização,
apoiaram-se na planta fornecida pelo dono de obra. Na Figura 3.4 pode observa-se a
disposição das sondagens e dos poços de prospecção no recinto da obra.

Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
Figura 3.4 – Localização das sondagens e dos poços de prospecção (adaptado de [48])
Da interpretação dos resultados obtidos nos ensaios foi possível apurar a existência de três
unidades geológicas distintas, sendo a camada superficial constituída por aterros, que se
encontravam depositados sobre terrenos miocénicos, em resultado da preparação do terreno
para construção de edifícios anteriores [49].
Os depósitos de aterro, de espessura muito variável, possuíam na sua constituição calhaus e
fragmentos de calcário dispersos, cerâmicos e alguma contaminação orgânica, como raízes e
restos vegetais. Caracterizavam-se também por uma matriz argilosa dominante, e uma
compacidade solta a média, tendo em conta os resultados dos ensaios SPT obtidos de 3 a 10
pancadas. O estrato mais superficial pertencente ao Miocénico é constituído por argilas
avermelhadas com fragmentos de calcário erráticos até profundidade de 6 a 10 m. A terceira
unidade do Miocénico identificada corresponde a rocha calcária, de cor esbranquiçada,
apresentando-se genericamente muito fragmentada, mas com percentagens de recuperação
elevadas, e com alguns sinais de carsificação, mas não suficientes para classificar o maciço
como cársico, em vez de compacto. O estrato encontrava-se disposto em bancadas sub-
horizontais entremeadas por níveis e/ou passagens argilosas pouco espessas [49]. Com base
na caracterização das formações geológicas detectadas nos ensaios, foi feito o zonamento
geotécnico presente no Quadro 3.1.
Ainda com base nos dados obtidos nas sondagens foram feitos 8 cortes-tipo em várias zonas
do recinto, que permitiram visualizar melhor a constituição das camadas de solo presentes. A
título de exemplo encontra-se na Figura 3.5 um esquema do perfil geológico nº 1, encontrando-
se os restantes no Anexo III, assim como a localização de cada perfil em planta.
45

46
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Quadro 3.1 – Parâmetros geotécnicos em função da zona [46]
Nspt γ (kN/m 3 ) Φ' (º) c' (kPa) E (MN/m 2 ) Cu (kPa)
Aterro 30 22-24 50 50-100 100-200 150
Figura 3.5 – Perfil geológico nº 1 (adaptado de [49])
Devido à impermeabilidade da fracção argilosa superior (M1), foi determinado que a estrutura
Miocénica calcária não era propícia à alimentação e manutenção de níveis aquíferos, pelo que
os níveis medidos de água foram considerados residuais. Além disso, o nível freático só foi
detectado em 3 das 10 sondagens, e a profundidades a partir dos 14.5, 20 m, e a 4 m de
profundidade na sondagem nº 9, que se realizou debaixo do edifício existente e fora do recinto
da escavação, não afectando portanto os trabalhos de escavação. Foi então possível controlar
o aparecimento de água apenas com os sistemas de bombagem disponíveis [49].
3.2.2 Condições de vizinhança
Conforme já referido anteriormente, e de acordo com o âmbito desta dissertação, a área de
intervenção encontrava-se numa zona densamente urbanizada, em que as edificações
circundantes são antigas, e dispõem de estruturas sensíveis de alvenaria de pedra. O recinto
encontrava-se delimitado por arruamentos, e diversas construções vizinhas a preservar.
No projecto de escavação e contenção foram adoptadas as cotas de fundação das estruturas
vizinhas indicadas pelo reconhecimento geológico-geotécnico, tendo sido no entanto, alvo de
confirmação ao longo da realização dos trabalhos de escavação [46].
Foram também realizadas vistorias aos edifícios e estruturas vizinhas, incluindo os muros de
suporte adjacentes à escavação, assim como todas as estruturas e edificações que se

Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
localizassem no exterior do perímetro da obra, mas que pudessem vir a ser afectadas pelos
trabalhos de escavação realizados (Figura 3.6 e Figura 3.7).
Figura 3.6 – Estado inicial do alçado FG e canto
F, ao fundo (edifício anexo à Embaixada da
Bélgica) [47]
3.3 Solução Proposta
3.3.1 Contenção com recurso a Muros de Munique ancorados
Figura 3.7 – Muro de separação do alçado JI, e
canto J, com edifícios sensíveis adjacentes à
direita (Infantário) [47]
Dado o cenário geológico descrito anteriormente, a tecnologia para a realização da contenção
adoptada foi a de Muros de Munique (ou Berlim definitivo), por ser a mais indicada para o tipo
de solos interessados pela escavação. A contenção foi então constituída por painéis de betão
armado, provisoriamente apoiados em perfis metálicos do tipo HEB, que foram na sua
generalidade, ancorados ou escorados provisoriamente.
Pode observar-se nas Peças Desenhadas do Anexo IV a configuração da solução adoptada,
incluindo a disposição em planta do muro de contenção executado, a localização das
ancoragens definitivas, provisórias, e escoramentos e tirantes de canto. Encontram-se
igualmente em anexo as diversas vistas da solução proposta, para melhor percepção e
visualização da mesma.
Os perfis metálicos HEB foram colocados em furos de ϕmín=10’’ (25 cm), e selados e injectados
através de sistema apropriado no comprimento correspondente ao bolbo de selagem,
localizado abaixo da cota de fundação prevista para as sapatas de fundação. Após a
escavação para execução dos painéis, estes foram betonados, garantindo-se a estabilidade da
parede através da execução de ancoragens pré-esforçadas, tirantes (nos cantos convexos) ou
com a colocação de escoramentos de canto (côncavos). Para evitar a descompressão
excessiva dos terrenos, foi imposto que o intervalo de tempo entre as operações de escavação
e de betonagem dos painéis não ultrapassasse as 12 horas [46]. Em fase definitiva as lajes dos
pisos enterrados iriam substituir as ancoragens e escoramentos provisórios na sua função de
suporte da parede de contenção, para fazer face aos impulsos do terreno, que seriam
entretanto desactivados.
47

48
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Segundo os dados recolhidos, o terreno apresentava a coerência necessária para suportar a
abertura dos painéis, a execução das ancoragens e escoramentos e tirantes de canto, sem
excessiva descompressão, havendo no entanto a necessidade de constante monitorização
para confirmação dessa hipótese.
As ancoragens adoptadas eram constituídas por 5 cordões de 0.6’’, e resistiam a uma carga de
blocagem máxima de 780 kN, e a um pré-esforço útil de 650 kN. Tinham um afastamento
médio em planta de cerca de 3.0 m, e inclinações e comprimentos variáveis, sendo o
comprimento de selagem mínimo de 7.0 m. As inclinações e comprimentos variáveis devem-se
a vários factores, como à necessidade de evitar a intersecção com instalações e estruturas
existentes, e garantir a amarração das ancoragens em terreno competente para que houvesse
transmissão das cargas ao longo do bolbo de selagem. No alçado em que se localiza a
cisterna, devido à impossibilidade arquitectónica da realização de lajes que travassem a
contenção, manteve-se a solução de ancoragens definitivas. Estas são semelhantes às
provisórias, excepto na protecção extra contra a corrosão, e nas condições criadas no local
para que se possam efectuar leituras das células de carga, numa fase posterior. Os perfis HEB
e microestacas verticais foram dispostos também com afastamentos médios em planta de 3.0
m, localizando-se em regra nas extremidades dos painéis primários, ou em certas situações no
centro do painel, com o objectivo de limitar a descompressão dos terrenos nos painéis de maior
largura. Os comprimentos de selagem são variáveis, conforme a geometria e as características
de cada alçado, sendo que os comprimentos mínimos são de 3.0 ou 4.0 m, dependendo do tipo
de perfil [46].
Durante a fase de escavação foi também implementado um Plano de Instrumentação e
Observação, como forma de aferir o comportamento da estrutura de contenção, do terreno e
das estruturas adjacentes, que será abordado em pormenor na secção 3.4..
3.3.2 Muro em consola fundado em microestacas
Para a contenção no alçado ABCDD’ manteve-se a solução proposta pelo projecto inicial da
empresa “Afa Consult”, que consistiu num muro em consola fundado em microestacas, ligado
estruturalmente à contenção de Munique. Esta solução difere dos restantes alçados devido ao
facto de não estar prevista a realização de pisos enterrados nesta zona, pelo que a parede
ficará sem contenção por parte dos elementos estruturais interiores (lajes). A concepção do
muro em termos de betão armado e as microestacas de fundação foi mantida em relação ao
projecto inicial, tendo havido apenas alterações em relação às ancoragens provisórias, que
seriam em menor número, devido à maior capacidade de carga do que as definidas pela “Afa
Consult” [46].

3.3.3 Faseamento Construtivo
Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
Para a solução preconizada foi sugerido um faseamento construtivo semelhante ao descrito
anteriormente na secção 2.4.2, estando este sujeito a adaptações em fase de obra, conforme
as condições de trabalho assim o impusessem.
Na face de extradorso da parede de contenção houve a indicação de nunca ser colocada
qualquer tipo de cofragem ou enchimento, devendo garantir-se que os painéis fossem
totalmente betonados contra o terreno. Tendo em conta as características dos terrenos a
conter, considerou-se importante que o intervalo de tempo necessário para a escavação e
betonagem de cada painel não fosse superior a 12 horas. O intervalo de tempo entre a
betonagem dos painéis e o tensionamento das ancoragens, ou a instalação das escoras
deveria ser, igualmente, o menor possível [46].
Também havia a indicação de que, salvo em situações excepcionais devidamente justificadas e
autorizadas pela fiscalização e pelo projectista, não deveriam ser deixados rasgos com altura
igual à espessura das lajes, com o objectivo de facilitar o apoio das lajes de piso das caves nas
paredes periféricas da contenção. Este apoio deveria, se possível, ser realizado à custa de
ferrolhos, a instalar aquando da execução das lajes dos pisos.
Para a zona do muro em consola fundado em microestacas o procedimento foi semelhante ao
anterior, com a diferença da execução das microestacas inclinadas de fundação, no final da
execução de todos os níveis de painéis (e respectivas ancoragens) nesse alçado, e antes da
execução da sapata de fundação. Executou-se então a sapata da parede de contenção,
solidarizando a cabeça das microestacas inclinadas, e incluindo os eventuais contrafortes
adjacentes.
3.4 Plano de Instrumentação e Observação
3.4.1 Generalidades
O Plano de Instrumentação e Observação teve como objectivo garantir a realização, em
condições de segurança e economia, dos trabalhos relativos à escavação e à construção das
estruturas de contenção, assim como a análise do comportamento das estruturas e infra-
estruturas vizinhas, durante a execução desta fase da obra, confirmando assim as hipóteses
admitidas em fase de dimensionamento.
O plano proposto foi definido a partir da análise dos principais condicionamentos, que na fase
inicial, se consideraram que tinham mais probabilidade de vir a afectar a intervenção. A análise
dos condicionamentos permitiu a quantificação dos principais riscos associados à execução
dos trabalhos.
Neste tipo de obras, o Plano de Instrumentação e Observação ganha uma elevada importância,
pois o principal condicionamento estava relacionado com as construções vizinhas antigas. Para
49

50
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
assegurar que não havia efeitos negativos nas mesmas durante a realização dos trabalhos, foi
necessário garantir que não se atingissem certos níveis de deslocamentos e vibrações na
estrutura de contenção, e nas vizinhas. Como tal, dada a incerteza associada aos problemas
geotécnicos, a instrumentação da obra surge como um investimento, para assegurar que o
comportamento da contenção e do solo se enquadram no previsto, e caso não se verifique, que
se possam adoptar medidas preventivas, e de reforço em tempo útil.
3.4.2 Grandezas a medir
Durante os trabalhos de escavação e construção das estruturas de contenção dos pisos
enterrados, o Plano de Instrumentação e Observação proposto teve como objectivo permitir a
medição das seguintes grandezas:
� Deslocamentos horizontais e verticais das estruturas de contenção;
� Deslocamentos horizontais e verticais das estruturas vizinhas;
� Deslocamentos verticais dos pavimentos e da superfície do terreno envolvente;
� Medição da tensão/carga instalada nas ancoragens executadas;
� Medição da velocidade de vibração de pico.
3.4.3 Meios para medição
As grandezas a medir descritas anteriormente foram medidas através dos seguintes
dispositivos instalados [46]:
� Alvos topográficos para medição dos deslocamentos tridimensionais das estruturas de
contenção (mín. 37 unid.);
� Alvos topográficos para medição dos deslocamentos tridimensionais das estruturas
vizinhas (mín. 25 unid);
� Marcas topográficas para medição dos deslocamentos verticais dos pavimentos e da
superfície do terreno envolvente (mín. 2 unid);
� Células de carga em ancoragens para medição da tensão/carga instalada nas ancoragens
executadas (mín 9 unid);
� Acelerómetros piezoeléctricos para a medição da velocidade de vibração admissível de
pico (mín. 6 unid).
A disposição dos alvos topográficos no recinto encontra-se esquematizada nas Peças
Desenhadas do Anexo IV, tendo no entanto sido reformulada no decorrer dos trabalhos, em
função da análise da evolução do seu comportamento global.
A instalação dos alvos foi sequencial, à medida que ia sendo executada a estrutura de
contenção. Assim, os primeiros 15 alvos foram colocados nas construções vizinhas, a cerca de
5-6 m do início da contenção, ao longo de todo o recinto, como ilustrado em planta, na Figura
3.8.

Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
Figura 3.8 - Localização dos alvos topográficos no dia 4 de Outubro de 2010 [50]
Em fase posterior, a indicação do projecto era colocar os alvos topográficos em profundidade, a
vários níveis dos muros de Munique. No entanto, em obra verificou-se que os deslocamentos
maiores estavam a ocorrer ao nível das construções vizinhas. Os alvos seguintes foram então
sendo colocados de forma distribuída, nas construções vizinhas que estavam a ser mais
afectadas, na viga de coroamento, e na cortina em profundidade. No entanto, o número final de
alvos instalados (44 unid.) não cumpriu os mínimos impostos pelo P.I.O. (62 unid.).
A título de exemplo, está representado na Figura 3.9 o esquema da localização final dos alvos
no alçado DF.
51

52
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 3.9 – Vista final dos alvos topográficos no alçado DF (adaptado de [48])
As leituras topográficas foram apresentadas em relatórios elaborados pela empresa “Geofix”, e
fornecidos pela empresa “Concreto Plano”, em que era possível ver graficamente a evolução
de deslocamentos de cada alvo topográfico. Estas leituras tinham uma frequência inicial
semanal, mas esta sofreu também alterações ao longo do decorrer dos trabalhos.
Foi proposta no projecto a instalação de duas marcas de nivelamento de superfície, uma no
alçado IJ e outra no alçado B´C. No entanto, não estão disponíveis os dados sobre a sua
localização real, ou medições, pelo que não farão parte da análise da instrumentação a
realizar.
A instalação das células de carga estava prevista em 9 ancoragens, distribuídas pelo recinto de
escavação, e pelos níveis de painéis: 1 na zona intermédia do alçado B'C, primeiro nível de
ancoragens; 1 também na zona intermédia do alçado DE, no primeiro nível (ou seja, na viga de
coroamento); 2 no alçado EF, a dois níveis - no 1º e no 3º níveis de ancoragens; 3 células de
carga no alçado FG; 1 no alçado GH no 1º nível; e por fim, 1 no alçado HI, também no 1º nível.
A localização prevista das células de carga encontra-se esquematizada nas peças desenhadas
do projecto de escavação e contenção periférica, presente no Anexo IV. No entanto, só 5
células de carga foram instaladas (Figura 3.10 e Figura A VIII. 1) e só foi possível ter acesso
aos relatórios de medição do pré-esforço instalado nas mesmas numa fase final da obra e da
elaboração da dissertação. Assim, estes dados não serão tidos em conta na análise da
instrumentação.
Figura 3.10 – Célula de carga em ancoragem no alçado DE

Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
Com o objectivo de haver um controlo de vibrações transmitidas ao terreno, devido aos
trabalhos de escavação em rocha com recurso a meios mecânicos pesados (martelo), foram
utilizados dois sismógrafos (em vez dos 6 propostos no projecto): um instalado no edifício
anexo à Embaixada da Bélgica, e o outro na capela que confronta com o alçado AC do recinto
da escavação. Este controlo é bastante importante na medida em que permite analisar a
influência dos meios de escavação nas estruturas contíguas à obra.
Como meio de avaliação da evolução dos trabalhos foi também feito um levantamento
fotográfico inicial, e ao longo da obra, sendo acompanhados por uma observação visual e
crítica dos mesmos.
3.4.4 Características dos aparelhos
Os aparelhos utilizados na instrumentação da obra tinham as seguintes características:
3.4.4.1 Alvos topográficos
A instalação dos alvos foi realizada através da sua fixação às estruturas, por colagem e/ou
selagem, de placas metálicas planas onde foram colocados previamente os alvos. A orientação
dos alvos podia ser corrigida, de forma a facilitar as pontarias do equipamento topográfico e,
consequentemente reduzir os erros (da ordem de 1 mm na direcção horizontal, e de 0.5 mm na
direcção vertical). As medições trigonométricas absolutas sem contacto de convergências e
deformações previstas foram realizadas utilizando uma estação total com hardware e software
indicados para o efeito. As campanhas consistiram na leitura de ângulos e distâncias para
alvos instalados nos elementos cujos deslocamentos se pretendiam determinar.
Os pontos de referência de apoio à execução das leituras, estavam localizados em zonas fora
da área de influência da obra, e os alvos a utilizar deveriam ser do tipo prisma de reflexão total,
de forma a compensar a distância a que os mesmos se localizavam dos pontos de leitura,
instalados como referido, em suportes adequados que permitiram o ajuste da sua orientação.
No entanto, os efectivamente utilizados foram alvos de autocolante com chapa metálica. As
precisões finais do sistema de observação foram estimadas em aproximadamente ± 1mm, quer
planimetricamente, quer em altimetria.
3.4.4.2 Marcas topográficas
As marcas topográficas para medições à superfície seriam fundadas a uma profundidade
máxima de 1.0 m, possuindo na sua extremidade superior um suporte de mira protegido com
uma tampa de protecção. Os nivelamentos superficiais das marcas seriam realizados utilizando
um nível de precisão com lâminas de faces paralelas e mira de invar. As cotas seriam
referenciadas a pontos fixos, ou a pontos suficientemente afastados da obra para que
pudessem ser considerados como efectivamente fixos. Dentro das condições normais de
operação o erro associado à leitura das marcas deveria ser de ±0.5mm [46].
53

54
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
3.4.4.3 Células de carga em ancoragens
As células de carga em ancoragens permitem a monitorização da carga de pré-esforço
instalada. Em projecto estava proposta a instalação de células de carga do tipo eléctrico, que
permitissem uma medição do pré-esforço até 1200kN, com uma precisão associada ao
equipamento de 0.5%. A leitura das células de carga seria efectuada através de dispositivo
manométrico. Com vista à sua correcta colocação, cada célula foi montada sobre placas
metálicas de uniformização de esforços [46].
3.4.4.4 Acelerómetros piezométricos
Os acelerómetros piezométricos para medição das ondas sísmicas e da velocidade de
partícula seriam fixados nas paredes de empena dos edifícios limítrofes ao lote a sofrer
intervenção através de material adesivo compatível com o equipamento, e colocados anexos
aos alvos topográficos. A instalação dos acelerómetros respeitou a norma NP 2074,
nomeadamente no que toca à sua colocação a 0.50 m da fundação das construções a
instrumentar. Dentro das condições normais de operação, o erro associado à leitura dos
acelerómetros piezométricos foi de ± 100 �m/s 2 .
Este meio de medição ainda não é prática corrente neste de tipo de intervenções em Portugal,
estando no entanto directamente relacionado com o objectivo de provocar o menor número de
danos possível nas estruturas vizinhas, por controlo das vibrações induzidas no terreno.
Os sismógrafos utilizados foram do Modelo MR2002, da marca “Syscom”, que é composto por
um transdutor triaxial, uma unidade de amplificação e um registador digital de dados (Figura
3.11) [51].
Figura 3.11 – Sismógrafo instalado na capela
Nos relatórios fornecidos, os resultados das leituras foram apresentados graficamente, para
cada dia, estando assinalado em cada gráfico o horário normal para a ocorrência de trabalhos
na obra.
O sismógrafo instalado na capela (SIS2) apresentava-se com uma configuração diferente do da
Embaixada (SIS1), com um comando de leitura em modo “Buffer”, em que o equipamento
criava apenas dois ficheiros de leitura e sobrepunha os dados ciclicamente, para poupar

Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
memória. Por esta razão, o sismógrafo 2 só apresentou resultados dos dias 7 a 9 de Março. O
programa de leitura foi reposto no dia 14 de Março, passando a apresentar dados a partir
desta data. Foram disponibilizados para análise 11 relatórios de instrumentação dos
sismógrafos, sendo cada relatório relativo a um intervalo temporal de vários dias.
3.4.4.5 Fissurómetros
Tendo sido observada uma abertura anormal das fissuras já existentes nos edifícios vizinhos,
no dia 20 de Dezembro foram instalados 5 fissurómetros, do tipo “Gauge 1”, que é indicado
para a medição de fissuras no mesmo plano. A divisão superior é graduada em milímetros, de
0 a 30, e a divisão inferior é móvel, permitindo chegar às décimas de milímetro (Figura 3.12)
[52].
3.4.5 Frequência de leituras
Figura 3.12 – Fissurómetro do tipo “Gauge 1” (adaptado de [53])
Tendo em conta as características da obra preconizou-se que o conjunto de aparelhos
instalados fossem lidos durante a execução dos trabalhos, até à construção das lajes dos pisos
localizados acima das vigas de coroamento e à desactivação das ancoragens/remoção de
escoras, com uma frequência, à partida, não inferior a uma vez por semana. Os resultados
seriam apresentados sob forma gráfica, e deveriam ser atempadamente interpretados e
analisados pelos técnicos projectistas das estruturas de contenção instrumentadas, em
colaboração com os técnicos da obra e com a Fiscalização [46].
Após a conclusão da obra e durante os primeiros 6 meses seguintes, a realização das leituras
deveria ser efectuada mensalmente. No restante período, as leituras poderão ser conduzidas
de forma semestral durante os primeiros 5 anos, e anual durante o restante período de vida útil
da obra. A responsabilidade da realização das leituras e respectivo tratamento é do Dono de
Obra. Em qualquer dos instrumentos, caso o resultado das leituras o justificasse, deveriam ser
realizadas leituras adicionais. Foi também proposto que o intervalo de tempo entre cada
campanha de leituras, e a entrega dos respectivos resultados, devidamente processados em
forma gráfica, aos técnicos responsáveis pela respectiva análise e interpretação não fosse, à
partida, superior a 3 dias úteis [46].
55

56
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Como indicado no projecto a frequência de leituras foi efectivamente aumentada, em
consequência dos desenvolvimentos negativos, em termos de deslocamentos, no decorrer da
obra, como será aprofundado no capítulo seguinte.
3.4.6 Critérios de alerta e de alarme
Tendo por base a solução proposta para a contenção a executar, assim como a geologia do
local de intervenção, foi possível estimar os seguintes critérios para a mesma, a confirmar em
fase de execução:
� Critério de alerta: deslocamentos máximos da ordem de 20mm/10m de desnível de terras,
no sentido horizontal e de 15mm/10m de desnível de terras, no sentido vertical;
velocidades de partícula de cerca de 2.5 mm/s na zona da Igreja, e de cerca de 5.0 mm/s
nos outros locais;
� Critério de alarme: deslocamentos máximos da ordem de 30mm/10m de desnível de terras,
no sentido horizontal e de 30mm/10m de desnível de terras, no sentido vertical;
velocidades de partícula de cerca de 3.5 mm/s na zona da Igreja, e de cerca de 7.0 mm/s
de velocidade de partícula nos outros locais.
A Equipa a cargo da Instrumentação Topográfica utilizava nos relatórios elaborados, um
sistema de critérios de alerta e alarme ligeiramente diferente, com base na sua experiência em
obras semelhantes. Este tinha também 3 níveis, e tinha em conta uma relação da deformação
em função do tempo (Quadro 3.2).
Nível
Def. /tempo
Quadro 3.2 – Níveis de alerta e alarme, e acções a tomar [50]
Critério
Deformação máxima / 10 n
de desnível de terras
horizontal vertical
Acção
1 < 1 mm/dia < 20 mm < 15 mm Estável
2 2-4 mm/dia 20-30 mm 15-30 mm
3 > 5 mm/dia > 30 mm > 30 mm
Comunicação às entidades envolvidas,
acompanhamento especial, verificação das
leituras, elaboração de plano de acção.
Comunicação às entidades envolvidas,
verificação das leituras, aumento da frequência
de leituras e aplicação de medidas de
reposição de segurança.
O conjunto dos sismógrafos media a velocidade de vibração (mm/s) de forma contínua ao
longo do tempo, num sistema de 3 eixos (Vx, Vy e Vz). Com o resultado das três componentes,
e segundo a norma NP-2074, foi posteriormente determinado o valor máximo de velocidade de
vibração pela seguinte expressão [51].

Onde,
Vx (t) - velocidade de vibração no tempo t sobre o eixo x.
Vy (t) - velocidade de vibração no tempo t sobre o eixo y.
Vz (t) - velocidade de vibração no tempo t sobre o eixo z.
|√
Caso de Estudo: Palácio dos Condes de Murça
Com base no Quadro 2.8, e considerando uma situação alternativa da existência de solos
coerentes moles a muito moles e solos incoerentes soltos, e construções correntes, ou solos
coerentes de consistência média a muito duros e solos incoerentes compactos, e construções
sensíveis, com um número médio diário de solicitações superior a 3, o valor limite obtido para a
velocidade de partícula (Vl) foi de 3.5 mm/s. Para efeitos de instrumentação, foi então admitido
um valor de alerta de 3.0 mm/s, e de alarme de 3.5 mm/s [51]. No entanto, como descrito
anteriormente, os valores admitidos para critérios de alerta e alarme no Plano de
Instrumentação e Observação da Memória Descritiva [46] foram respectivamente, de 2.5 mm/s,
e 3.5 mm/s, nas zonas mais sensíveis (junto à capela da Igreja).
A interpretação dos valores citados foi realizada de forma comparativa com a dos valores
obtidos nas leituras anteriores, pois além da informação dada pelos valores absolutos, é
importante a análise das tendências da respectiva evolução.
3.4.7 Medidas de reforço
As medidas de reforço, ou acções de contingência previstas inicialmente no projecto, em
consequência dos critérios citados anteriormente poderem ser atingidos, deveriam ser
analisadas individualmente, e consistiam, entre outras e a título indicativo, em [46]:
� Reforço da capacidade de carga vertical da parede de contenção, através da realização
adicional de perfis verticais ou de microestacas;
� Reforço do travamento horizontal da parede de contenção, através da realização adicional
de escoramentos ou de ancoragens, eventualmente com maior comprimento livre e maior
inclinação;
� Realização parcial da escavação e da contenção ao abrigo do método invertido (por troços
de laje);
� Reforço das condições de drenagem da parede;
� Tratamento dos terrenos descomprimidos localizados a tardoz da parede de contenção.
|
57

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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça

4. EVOLUÇÃO DA OBRA
4.1 Visitas à Obra – Processos construtivos envolvidos
4.1.1 Abertura de painéis
Evolução da Obra
As visitas à obra foram realizadas com o objectivo de acompanhar o evoluir dos trabalhos, e
também a execução de alguns processos construtivos envolvidos na técnica de Muros de
Munique.
A fase inicial desta técnica e também uma das mais críticas, consiste na escavação para
abertura de painéis primários, deixando banquetas no lugar dos painéis secundários, e
terciários (caso existam). Em várias visitas à obra (descritas no Anexo II) assistiu-se a este
processo. O tipo de escavação depende bastante das características do solo na zona a
escavar. Por exemplo, num painel que intersecte a camada correspondente às zonas
geotécnicas de Aterros e M1, a escavação será feita com recurso ao balde, sendo necessário
algum cuidado para que o terreno não descomprima, dada a possível incoerência do solo em
questão. Na Figura 4.1 pode ver-se a escavação para abertura de um painel a intersectar a
zona geotécnica M1, registada na 2ª visita à obra, no alçado DE.
Figura 4.1 – Escavação para abertura de painel na zona geotécnica M1
É possível ver que há dificuldades acrescidas em escavar formando uma superfície recta com
recurso ao balde, assim como impedir que o terreno descomprima, uma vez que nalgumas
zonas este tem tendência para se libertar da posição inicial, assim que deixa de experimentar
confinamento. Na Figura 4.2 pode observar-se a escavação de outro painel com recurso ao
balde, na zona inferior ao primeiro nível de troço de laje, e a heterogeneidade do terreno, que
alterna entre as zonas geotécnicas M1 e M2, o que também dificulta os trabalhos de
escavação.
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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 4.2 – Escavação para abertura de painel em zona heterogénea
Como abordado no capítulo 2, a escavação de painéis alternados tira partido do efeito de arco
criado no terreno, e torna-se crucial seguir este faseamento construtivo para que não haja
deslocamentos excessivos provocados pela escavação. Por vezes, quando se observa em
obra que o terreno é suficientemente competente, pode optar-se por abrir painéis consecutivos.
No entanto, esta decisão deve ser sempre fortemente fundamentada e analisada pelos
projectistas responsáveis, e fiscalização.
Na Figura 4.3 está representada uma situação na qual pode ter havido algum desrespeito
deste faseamento construtivo, o que pode ter representado algumas desvantagens, a nível de
deformações provocadas, dado o tipo de solo. O registo foi feito na 9ª Visita à Obra, durante a
abertura do 3º nível de painéis no canto I. Como referido também no Capítulo 2, esta zona de
canto deveria ser tratada com especial cuidado, e ser executada posteriormente a painéis
primários, ao contrário do que aconteceu, em que foi a primeira zona a ser escavada,
funcionando assim como um duplo painel primário, de canto. Isto pode ter provocado alguma
descompressão nos terrenos nesta zona.
Quando o terreno intersectado passou a ser o maciço calcário, os meios de escavação tiveram
que mudar para o martelo como acessório da giratória, ou com recurso ao martelo eléctrico,
para que se conseguisse uma superfície mais regular. Neste caso, o risco de descompressão
diminuiu drasticamente, mas acresce a desvantagem de provocar vibrações possivelmente
prejudiciais para construções vizinhas (para o martelo de maiores dimensões), assim como
uma diminuição significativa do rendimento do tempo de escavação. Pode ver-se na Figura 4.4
o uso manual do martelo eléctrico na abertura 2º nível de painéis no alçado EF, registada na 1ª
Visita.

Evolução da Obra
Figura 4.3 – Abertura do 3º nível de painéis no canto Figura 4.4 – Escavação com recurso a
I
martelo eléctrico
Como se pode ver na Figura 4.5 encontravam-se ao longo do alçado FG uma série de perfis
metálicos tortos, que deveriam servir de suporte vertical à contenção, enquanto não se
chegava à cota de fundação e execução da respectiva sapata. O facto de estes terem ficado no
exterior da parede contribuiu provavelmente para a ocorrência de fenómenos de encurvadura
dos perfis, que foram agravados pelos impactos sofridos durante a escavação, provocados
pelos equipamentos pesados.
Figura 4.5 – Perfis metálicos tortos ao longo do alçado FG
Esta situação provavelmente levou a uma deficiência na transmissão das cargas verticais ao
firme, e no consequente aumento de assentamentos. As consequências não foram mais
graves, pois já tinha sido atingido um estrato de terreno rígido, o que permitiu um bom
encastramento da cortina, e em algumas zonas da contenção já se tinha atingido a cota de
fundação. Este comportamento foi sendo seguido pela instrumentação, e estas hipóteses
confirmaram-se, pois os deslocamentos registados não atingiram critérios de alarme,
susceptíveis de porem em risco a segurança dos trabalhadores; contudo, contribuíram
possivelmente para os danos nas estruturas vizinhas.
4.1.2 Betonagem de painéis e troços de sapatas
A fase imediatamente a seguir à abertura dos painéis consiste na betonagem dos mesmos.
Como indicado no faseamento construtivo previsto na Memória Descritiva do Projecto (Secção
61

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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
3.3), as duas fases devem ser realizadas dentro de 12 horas, para evitar deformações
excessivas da cortina. Para que se cumprissem estes requisitos, era prática na obra proceder à
escavação para abertura de painéis de manhã, seguidamente montar a cofragem para a
betonagem, e quando esta estivesse terminada, procedia-se então à betonagem dos mesmos.
Por vezes a operação de montagem de cofragens e betonagem dos painéis encontrava
algumas dificuldades, pois para que esta se realize em segurança, é necessário haver uma
estrutura de reacção para suportar os impulsos do terreno e do betão fluido. Nem sempre era
fácil materializar esta estrutura de reacção devido à disposição de terras, máquinas e
plataformas de trabalho, no recinto da obra. Estes factores têm alguma importância numa obra
deste tipo, uma vez que os trabalhos decorreram sempre com a presença de um talude no
meio do recinto, sendo necessário que houvesse cuidados para evitar a instabilização do
mesmo. Na Figura 4.6 é possível ver um exemplo dum painel já betonado com a cofragem
ainda montada, e respectiva estrutura de suporte, que consistia em barrotes, tábuas de solho e
prumos, apoiados no terreno existente.
Segundo o faseamento construtivo proposto, as sapatas da contenção seriam betonadas a
seguir ao último nível de painéis, e por troços correspondentes à largura dos painéis. Na Figura
4.7 está representada uma sapata da contenção betonada de fresco. Neste caso procedeu-se
à betonagem da sapata primeiro do que o último nível de painel da contenção.
Figura 4.6 – Betonagem de painel no alçado BC
Figura 4.7 – Betonagem de sapata da
contenção no alçado AB
Esta alteração pode ter-se devido ao facto deste painel se localizar no início da contenção, o
que significa que havia escavação apenas do lado direito da sapata em questão. Esta
corresponde também a um painel secundário e a escavação nesta zona tinha uma
profundidade relativamente reduzida, cerca de 6 metros. Provavelmente também devido a
estes factores, este acontecimento não teve consequências negativas no comportamento da
cortina nesta zona, tanto em termos de deslocamentos como de abertura de fendas. É também
visível na Figura 4.7 a heterogeneidade dos estratos geológicos presentes naquela zona do
terreno, sendo que além da camada de aterros, distinguem-se ainda dois tipos de solo dentro
da designada zona geotécnica M1: superficialmente a camada de argilas vermelhas mais
predominante, e abaixo desta, uma intercalação de argilas mais esbranquiçadas, que terão
provavelmente características ligeiramente diferentes das primeiras.

4.1.3 Furação para execução de ancoragens e injecção
Evolução da Obra
A furação para a execução de ancoragens procedeu-se com recurso a trado, dado o terreno
apresentar características de coerência suficientes para o furo conservar as suas paredes. A
máquina utilizada foi a representada na Figura 4.8, e a furação foi realizada com a inclinação
prevista em projecto, que foi imposta ao trado através dos comandos da máquina.
Figura 4.8 – Máquina de furação para execução de ancoragens
A parede de Munique já tinha o local do furo definido, deixado por um negativo, aquando da
betonagem da mesma. A furação e injecção a que se assistiu corresponderam a uma
ancoragem provisória, tendo sido posteriormente também injectadas outras ancoragens
definitivas, na mesma visita. Por o trado ter um comprimento limitado, este ia sendo inserido no
furo por troços, sendo estes encaixados à boca do furo, como ilustrado na Figura 4.9. Após o
furo estar concluído, foram inseridos o sistema de injecção e a armadura (Figura 4.10). A
armadura era constituída por cabos de aço de alta resistência, envolvidos por bainhas plásticas
individuais, que se encontravam também acoplados aos tubos de injecção.
Figura 4.9 – Colocação de novo troço de trado
Começou por se fazer a injecção de preenchimento do furo e selagem da armadura, a baixas
pressões, e da zona mais profunda para a zona mais exterior, até a calda de cimento afluir à
boca do furo, com uma consistência semelhante à injectada, e através dum dos tubos de
injecção de menor diâmetro. Esta injecção selou a armadura da zona de selagem ao furo, e na
zona de comprimento livre, selou as bainhas plásticas que envolviam a armadura ao furo,
deixando a armadura sem aderência ao terreno neste comprimento.
63

64
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 4.10 – Inserção de armadura e tubos de injecção no furo
Como suporte às injecções das ancoragens estava presente uma central misturadora (Figura
4.11), que permitia a mistura da calda de cimento com os componentes pré-requesitados, e
aditivos ou aceleradores de presa, para as ancoragens definitivas, e também fornecia a
pressão para as injecções a altas pressões para formar o bolbo de selagem. As injecções de
selagem seriam dadas posteriormente, após cerca de 5 dias.
Assistiram-se também a algumas injecções de ancoragens definitivas no alçado AB. As
injecções realizadas nestas ancoragens foram as de selagem, que consistiram numa
adaptação do sistema IGU, como já referido no Capítulo 2. Como se pode ver na Figura 4.12, a
injecção foi feita até a calda afluir à boca do furo, através do tubo de injecção preto, que se
encontrava ligado à central misturadora. Os outros tubos coloridos destinavam-se a injecções
com o objectivo de levar a calda a outras zonas do bolbo de selagem, estando as válvulas anti-
retorno em localizações diferentes, e também a servirem de limpeza do sistema de injecção.
Figura 4.11 – Central misturadora Figura 4.12 – Injecções em ancoragem definitiva
4.1.4 Ensaio de recepção e tensionamento de ancoragens
No tensionamento de todas as ancoragens foi necessário realizar ensaios de recepção, usando
o método 3, de acordo com a EN 1537. Na 8ª visita à obra, assistiu-se a um destes ensaios,
descrito no Anexo I. A ancoragem a ensaiar correspondia ao 4º nível de painéis no alçado FG e
era provisória, não sendo obrigatório fazer os ensaios mais detalhados, como nas ancoragens

Evolução da Obra
definitivas. A cabeça da ancoragem já se encontrava posicionada, com os cabos de aço a
passarem através desta, e com uma geometria que definia o ângulo de inclinação de projecto.
Colocou-se então o macaco hidráulico numa posição anterior à cabeça da ancoragem, fazendo
os cabos passarem também através deste (Figura 4.13).
Figura 4.13 – Colocação do macaco hidráulico para a realização do ensaio de recepção
Imprimiu-se alguma tensão inicial, só para garantir a fixação do aparelho à cabeça da
ancoragem, e iniciar o ensaio (Pa). Começou-se então a aplicar pressão nos cabos, dada pela
bomba de pressão, representada na Figura 4.14, de acordo com o indicado no ensaio.
Especificamente para esta ancoragem (Nº 101), a carga de blocagem prevista era de 715 kN
(236 bar), e a carga máxima de ensaio de 894 kN (290 bar). Assim, de acordo com o ensaio de
recepção descrito na norma EN 1537, e como indicado no Anexo I, o primeiro patamar de
carregamento corresponde a 10% da carga máxima de ensaio (Pp), ou seja, a um pré-esforço
de 89 kN, que correspondeu a aplicar uma pressão no êmbolo de 33 bar. Para este valor
mediu-se o deslocamento no macaco hidráulico, recorrendo a uma craveira digital, como
ilustrado na Figura 4.15. Prosseguiu-se com a sequência de carregamentos, registando os
deslocamentos do êmbolo, passando pelos patamares de 40%, 70%, e atingindo os 100% de
Pp. A partir deste ponto, registaram-se os deslocamentos ao fim de 0, 1, 2, 3, 5, 10, 15 minutos,
após o que se iniciou a descarga.
Figura 4.14 – Bomba de pressão
Figura 4.15 – Medição do deslocamento no
êmbolo com recurso a craveira digital
Esta passou também pelos patamares de 70%, 40%, e por fim 10% da carga de ensaio. O
ensaio resultou num diagrama de carga-descarga, que deve ser aproximado do admitido em
projecto, e um coeficiente de fluência, que deve respeitar os limites regulamentares. Quando o
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66
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
ensaio terminou retirou-se o macaco hidráulico para se colocarem as cunhas encaixadas na
cabeça da ancoragem (Figura 4.16), voltando depois a colocar-se o macaco, para o
retensionamento da mesma. Procedeu-se então à aplicação da carga de blocagem aos cabos
de pré-esforço, recorrendo novamente à bomba de pressão e ao macaco hidráulico.
Figura 4.16 – Colocação das cunhas na cabeça da ancoragem
Como não foi possível ter acesso aos resultados do ensaio de recepção a que se assistiu na
visita, apresentam-se os resultados obtidos de outra ancoragem semelhante, localizada
também no alçado FG, correspondente ao 3º nível de painéis, e provisória (Nº 124). O
esquema de carregamento foi semelhante ao descrito anteriormente, com 3 patamares de
incrementos de carga, e medição dos deslocamentos da cabeça da ancoragem em cada um
deles, sendo este grandeza medida durante um intervalo de tempo de 15 minutos na carga
máxima de ensaio. Obteve-se o gráfico de carga-descarga representado na Figura 4.17,
retirado da folha de ensaios de ancoragens, fornecida pela empresa “Geofix”, que se encontra
completa no Anexo VI [55]. O comprimento livre de selagem aparente foi calculado de acordo
com a EN 1537, assim como os seus limites mínimo e máximo.
Figura 4.17 – Diagrama carga-descarga do ensaio de recepção da ancoragem nº 124 [55]
No entanto, o procedimento descrito não correspondeu exactamente ao procedimento indicado
na norma. Para além de não se ter cumprido o requisito de existirem 4 incrementos de carga
(houve apenas 3), foi medido o coeficiente de fluência Ks, em vez do deslocamento de fluência
α, que se traduz pelo declive do deslocamento da cabeça da ancoragem versus o log da curva
do tempo no fim de cada incremento de carga, e que deveria ser medido entre o 3º e o 15º
minutos. O coeficiente de fluência é o parâmetro utilizado para avaliar a fluência nos ensaios
segundo o método 1, em que o carregamento é feito por ciclos e o tempo mínimo de

Evolução da Obra
observação para a carga de ensaio é de 5 minutos [24]. Verifica-se assim que houve uma
adaptação dos ensaios de recepção das ancoragens, o que não terá contribuído para um
adequado controlo de qualidade destes elementos de suporte da contenção.
Segundo o projecto, as ancoragens instrumentadas com células de carga teriam que ser
sujeitas a ensaios de carga detalhados. Os ensaios realizados nestas ancoragens foram os
ensaios de adequabilidade, segundo o método 1, descrito também no Anexo I. Na Figura 4.18
encontra-se o diagrama de carga-descarga obtido num destes ensaios (ancoragem nº 163), e a
ficha completa encontra-se no Anexo VI.
Figura 4.18 – Diagrama carga-descarga do ensaio de adequabilidade da ancoragem nº 163 [55]
De acordo com os dados fornecidos, este ensaio já foi realizado em conformidade com a EN
1537, e portanto, como indicado no Anexo I. Foram feitos 5 ciclos de carga, respeitadas as
percentagens da carga de ensaio nesses ciclos, os tempos de observação (15 minutos, e 60
minutos no patamar de carga máxima), e avaliadas as características de fluência através do
coeficiente de fluência Ks. Neste ensaio o comprimento de selagem efectivo calculado cumpriu
com os limites inferior e superior, e o coeficiente de fluência apresentou-se também abaixo dos
limites impostos pela norma, em todos os patamares, que neste caso era de 0,8 mm.
4.2 Evolução da Instrumentação
Após a leitura de referência, a 28 de Setembro de 2010, foi feita a primeira leitura de
deslocamentos dos alvos topográficos instalados a 4 de Outubro, poucos dias depois de
começarem os trabalhos. Inicialmente foram colocados apenas 15 alvos, segundo a localização
em planta exposta na Figura 3.8, sendo a disposição ligeiramente diferente da apresentada no
Plano de Instrumentação e Observação. Nesta campanha de leituras, não houve
deslocamentos significativos, tendo estes atingido valores máximos de apenas 1.3 mm de
deslocamento horizontal (no alvo 10).
Estes resultados deveram-se provavelmente ao facto das escavações nesta data se
encontrarem numa fase muito inicial, em que ainda não tinha havido perturbação do terreno
suficiente para provocar movimentos significativos. Verificou-se também que as zonas em que
os dados recolhidos indicaram maiores deslocamentos coincidem com as zonas em que se
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68
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
iniciaram as escavações. Nas leituras que se seguiram não houve grandes alterações dos
movimentos das terras, havendo tendência crescente de pequenos deslocamentos em alguns
alvos, com valores não susceptíveis de causarem efeitos negativos.
4.2.1 Deslocamentos excessivos em fase inicial
No dia 10 de Dezembro de 2010 já se tinha procedido à execução de microestacas no alçado
AE, e ao início das escavações nos alçados FG e GH [50]. No alçado EF foi realizado um poço
de reconhecimento de fundações, que teve lugar na base do muro onde se encontrava
instalado o alvo 7. Provavelmente por esta razão, o alvo 7 teve assentamentos da ordem dos 5
mm. No alvo 10 houve também uma variação brusca do deslocamento vertical, que passou de
1.3 mm para 9.7 mm. Este aumento deveu-se provavelmente ao facto do tardoz da parede de
contenção nesta zona ter sido preenchido com betão após o terreno superficial ter colapsado, o
que acrescentou carga ao terreno e viga de coroamento, provocando o seu assentamento.
Também é provável que para isso também tenha contribuído a precipitação intensa que se fez
sentir nessa altura, e que provocou uma diminuição substancial da coesão do terreno das
camadas mais superficiais, propenciando maiores assentamentos (Figura 4.19).
Figura 4.19 – Perda de qualidade do terreno devido a precipitação intensa (10 de Dezembro, [47])
Na semana seguinte (18 de Dezembro) o alvo 10 continuou com um aumento muito intenso do
deslocamento vertical, atingindo os 19.4 mm, e sendo acompanhado pelo alvo 9, que também
teve um assentamento brusco, passando de 0.3 mm para 5.6 mm, o que fez com que estes
alvos atingissem os critérios de alerta de nível 2, segundo a equipa a cargo da instrumentação
topográfica (deslocamentos superiores a 5 mm em 3 dias) [50]. O alvo 10 encontrava-se
localizado numa estrutura diferente da imediatamente no limite do lote. Por apresentar mais
fragilidades estruturais e/ou construtivas, aliado a fundações insuficientes ou inexistentes, pode
ter tido uma reacção mais intensa ao colapso do terreno superficial mencionado anteriormente,
que se prolongou ao longo do tempo, traduzindo-se em assentamentos bastante elevados
registados. Como a estrutura que serviu de suporte ao alvo não era habitada, fazendo apenas
parte de um logradouro, e não estava directamente ligada à parede de contenção, considera-se
que não teve influências negativas no comportamento da cortina. Este alvo deveria ter sido
novamente zerado e possivelmente colocado noutro local, para se obterem resultados mais
realistas e úteis ao controlo e instrumentação da escavação. Além destes assentamentos foi

Evolução da Obra
também verificada alguma fissuração em estruturas localizadas a tardoz do alçado FG. Este
alçado passou a ser alvo de atenção redobrada, no seguimento da obra, e leituras seguintes.
À data da 7ª leitura topográfica (22 de Dezembro) já tinham sido acrescentados mais alvos
topográficos, por ser ter progredido na execução da viga de coroamento e parede de
contenção, o que possibilitou a sua instalação, e também por necessidade de mais
monitorização nas construções vizinhas. Na Figura 4.20 encontra-se esquematizada a
localização dos alvos topográficos já existentes, e dos novos instalados.
Figura 4.20 - Localização dos alvos topográficos no dia 22 de Dezembro de 2010 [50]
Ao longo das leituras detectou-se que alguns alvos foram mexidos, ou danificados, tendo sido
substituídos e novamente zerados. Além disso, o alvo 7 foi perdido por se encontrar localizado
num muro existente que ruiu no dia 20 de Dezembro, devido a problemas de execução. O alvo
10 continuou a apresentar assentamentos acumulados relativamente elevados, tendo mostrado
69

70
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
no entanto, tendência para estabilizar. Dados os acontecimentos ocorridos nos dias anteriores,
e confirmados pela instrumentação, foi aplicada uma das medidas preventivas, que consistiu
em aumentar a frequência das leituras, de semanal para diária.
Aquando da 10ª leitura (29 de Dezembro), já se procedia à execução de ancoragens e
aplicação do respectivo pré-esforço. Todos os alvos mostravam valores muito próximos dos
obtidos nas leituras anteriores, excepto o alvo 10, que ainda apresentava alguma tendência no
sentido do aumento de deslocamentos no eixo z. Estes deslocamentos eram também
acompanhados por alguns dos alvos mais próximos (9, 12, 23), ainda que com menos
intensidade.
4.2.2 Deslocamentos excessivos na zona da Embaixada da Bélgica
Por volta de dia 10 de Janeiro foi decidido que seriam adoptadas novas medidas que reforço,
devido ao aumento da abertura de fissuras que se tinha vindo a verificar em edifícios vizinhos
no alçado FG (junto ao canto F), pertencentes à Embaixada da Bélgica [54]. Estas estavam a
verificar-se na zona onde estava a avançar uma frente de escavação e execução de painéis.
As fissuras tiveram origem em movimentos de terra originados por diversos factores naquela
zona: provavelmente associados ainda às perturbações provocadas pelo ruimento do muro no
alçado EF; pela escavação junto ao canto F possivelmente não ter respeite o faseamento
construtivo (abertura de vários painéis em simultâneo); precipitação intensa; aliada também ao
facto de vários painéis consecutivos na zona do canto F já se encontrarem betonados, mas
ainda sem ancoragens executadas, nem escoramentos de canto, ou com uma profundidade de
escavação demasiado elevada para os escoramentos executados (Figura 4.21 e Figura 4.22).
Como referido no capítulo 2, esta é uma fase crítica deste processo construtivo, principalmente
na presença de um solo com características de coesão piores do que as consideradas em
projecto (devido à chuva).
Figura 4.21 – Escavação na zona do canto
F, a 5 de Janeiro [48]
Figura 4.22 – Pormenor do canto F, a 10 de Janeiro,
com vários painéis executados sem ancoragens
[48]
Em consequência do aumento de abertura de fendas, optou-se por instalar um conjunto de
fissurómetros nestes edifícios. Estes não estavam inicialmente previstos no Plano de
Instrumentação e Observação do Projecto, pois não se considerou que as fissuras já existentes
nos edifícios vizinhos viessem a ser afectadas pelo decorrer dos trabalhos de escavação e

Evolução da Obra
contenção. No entanto, tal não se verificou, tendo sido então necessário controlar a evolução
desta abertura de fendas, através de meios de monitorização adequados para o efeito. A
primeira vistoria realizada ao local tinha tido lugar no dia 22 de Setembro, antes dos trabalhos
de escavação terem início. Os 5 fissurómetros foram instalados segundo a localização
esquematizada na Figura 4.23, de acordo com as fissuras existentes.
Figura 4.23 – Disposição dos fissurómetros nos edifícios anexos da Embaixada da Bélgica [52]
Também nesta fase (10 de Janeiro) já se tinha passado à execução de ancoragens no alçado
DE, e escavação e execução de painéis do 2º nível no alçado GH. A tendência dos
deslocamentos dos alvos topográficos mantinha-se semelhante às visitas anteriores, incluindo
o ligeiro aumento de assentamentos no alvo 10, pelas razões mencionadas anteriormente
(Figura 4.24).
Figura 4.24– Deslocamentos no alvo nº 10, a 10 de Janeiro [50]
Além do alvo 10, também o alvo 8 despertava a atenção, pois apesar de não ter atingido
nenhum critério de alerta, apresentava assentamentos absolutos de cerca de 14 mm, e
localizava-se na zona dos edifícios anexos à embaixada da Bélgica, onde se estava a verificar
a abertura de fendas. No entanto, é necessário ter algum cuidado nas interpretações da
instrumentação, pois estas muitas vezes não são directas, e dependem de vários factores.
Como se pode ver na Figura 4.25, houve uma interrupção nas leituras do alvo, devido a este
ter sido danificado, e posteriormente reinstalado. E a partir deste momento, começou a ter
algumas variações bruscas nos deslocamentos, sendo a sua tendência global para estabilizar,
em cada direcção.
71

72
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
4.2.3 Medidas de reforço
Figura 4.25 - Deslocamentos no alvo nº 8, a 17 de Janeiro [50]
As medidas de reforço adoptadas, (uma delas já prevista no Plano de Instrumentação e
Observação, 3.4.7), consistiram em reforçar as zonas onde as construções vizinhas se
encontrassem degradadas, através da execução de troços de parede de contenção,
complementada com o prolongamento dos perfis verticais, e solidarização dos mesmos a estes
novos troços, através de cachorros metálicos; e em executar um escoramento rígido no canto
F, recorrendo a troços de laje em betão armado, em vez dos escoramentos metálicos previstos
inicialmente no projecto.
Na Figura 4.26 e Figura 4.27 estão representados dois esquemas do alçado FG, em que
podem ver-se as diferenças entre a solução inicial, e a final, respectivamente, no que respeita à
execução de troços da parede de contenção acima da viga de coroamento, que foram
executadas com o intuito de conter as fachadas dos edifícios vizinhos.
Na Figura 4.27 também é possível observar a configuração em corte da segunda medida de
reforço proposta, os três troços de laje em betão armado para a contenção do canto, em vez
das ancoragens e escoramentos metálicos de canto.
É também visível na Figura 4.28 e Figura 4.29, respectivamente, a solução inicial para o canto
F em planta, e a solução incluindo a medida de reforço, sendo que inicialmente estava previsto
um escoramento metálico, como nos outros cantos côncavos da contenção.

Figura 4.26 – Solução inicial para um troço do alçado FG (adaptado de [48])
Figura 4.27 – Solução final para um troço do alçado FG (adaptado de [48])
Evolução da Obra
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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 4.28 – Escoramento metálico do canto F (adaptado de [48])
2xA
2xA
H-H
A-A
Figura 4.29 – Escoramento do canto F por troços de lajes de betão armado (adaptado de [48])
Para uma melhor percepção da evolução dos acontecimentos na obra, optou-se por fazer uma
análise da zona do alçado FG e canto F, ao longo do tempo, tendo por base os resultados
obtidos dos alvos topográficos, dos fissurómetros instalados, e também das informações
acerca das fases dos trabalhos, procurando apurar relações entre estes.
Encontram-se assim apresentados os gráficos relativos à evolução dos deslocamentos em
alguns alvos que se consideraram mais relevantes, bem como o gráfico descritivo da evolução
da abertura de fissuras nos edifícios da Embaixada da Bélgica.
2xA

Evolução da Obra
Na Figura 4.30 encontra-se a evolução dos deslocamentos do alvo 10, posicionado numa
construção vizinha do alçado FG (Figura 5.12). Este alvo sofreu um assentamento muito
elevado logo no início dos trabalhos, provavelmente devido ao betão colocado a tardoz da
cortina, e posteriormente aos factores referidos anteriormente. Após este incidente, o alvo não
foi novamente posicionado e zerado, o que deu origem a assentamentos finais absolutos
bastante elevados, ultrapassando assim os critérios de alerta, sendo que ficou definitivamente
danificado no início de Junho.
Figura 4.30 – Deslocamentos do alvo nº 10 até ao início de Junho [50]
No entanto, apesar destes valores, deve ser analisada acima de tudo a tendência, e não
apenas os valores absolutos. Ainda que com um aumento relativo dos deslocamentos, a
tendência destes assentamentos foi a de estabilização ao longo do tempo, provando o bom
funcionamento das medidas de reforço, nomeadamente a contenção das fachadas vizinhas
com o prolongamento dos troços de muro para cima da viga de coroamento. Em relação aos
deslocamentos horizontais, pode ver-se que não apresentaram valores tão elevados, mas
tiveram um andamento mais irregular, que ganhou expressão a partir do momento em que se
aumentou a frequência de leituras, nomeadamente no eixo do M. Estas flutuações podem ser
explicadas pelas etapas do faseamento construtivo, como sejam a abertura dos painéis, o
tensionamento das ancoragens, visto tratarem-se de deslocamentos para o interior e exterior
da escavação. Com base nestes resultados, é provável que nesta zona, o terreno, as
fundações da estrutura em que estava colocada o alvo, e a constituição do edifício fossem algo
sensíveis a perturbações. É de notar no entanto a estabilização dos valores de deslocamentos
horizontais, em relação às fases iniciais dos trabalhos. É também provável que a diminuição da
precipitação ao longo da evolução obra tenha vindo a contribuir para uma melhoria do
comportamento das duas camadas mais superficiais do terreno.
Com o objectivo de estabelecer um paralelo entre as medições obtidas nos fissurómetros
instalados na Embaixada, e as dos alvos topográficos, estas encontram-se esquematizadas no
Quadro 4.1 e na Figura 4.31. A partir da leitura de referência, no dia 20 de Dezembro, foi
realizada uma primeira série de 15 leituras, acompanhada de relatórios fornecidos pela
empresa “SpyBuilding”. Após estas leituras as fissuras foram reparadas, foram colocados
novos fissurómetros e feitas novas medições.
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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Quadro 4.1– Abertura de fendas registadas nos fissurómetros da Embaixada da Bélgica (adaptado
de [52])
Leitura Data
Gauge 1.1 Gauge 1.2
Largura (mm)
Gauge 1.3 Gauge 1.4 Gauge 1.5
1 20-Dez-10 0 0 0 0 0
2 23-Dez-10 0,9 0,6 -0,4 0,6 1,4
3 30-Dez-10 1,2 0,6 -0,4 0,8 2
4 7-Jan-11 1,4 0,9 -0,2 1 2,2
5 13-Jan-11 1,4 1,3 0,4 1,2 2,7
6 20-Jan-11 1,6 2 0,6 1,9 3,5
7 27-Jan-11 1,7 2,7 1,1 2,5 4
8 3-Fev-11 1,9 2,7 1,2 2,8 4,6
9 11-Fev-11 1,9 2,5 1 2,8 4,6
10 17-Fev-11 1,9 2,7 1,2 2,8 4,6
11 28-Fev-11 1,9 0,6 0,4 2,5 6,7
12 4-Mar-11 1,9 0,6 0,6 2,5 6,5
13 10-Mar-11 2 -0,7 -0,3 2,5 -
14 17-Mar-11 2 -1,2 -0,3 2,5 -
15 25-Mar-11 2 -1,5 -0,3 2,1 -
Abertura de
fendas (mm)
7
6
5
4
3
2
1
0
-1
-2
15-Dez-10 4-Jan-11 24-Jan-11 13-Fev-11 5-Mar-11 25-Mar-11
Figura 4.31 – Evolução da abertura de fendas dos fissurómetros da Embaixada (adaptado de [52])
Em relação à abertura de fendas nas várias localizações dos edifícios anexos à Embaixadas
apenas se podem estabelecer hipóteses e observar a tendência das deformações, pois seria
necessário um conhecimento e análise mais pormenorizada do sistema estrutural dos edifícios
para se conseguir explicar mais objectivamente as discrepâncias observadas.
4.2.3.1 Alvo topográfio nº 8
Gauge 1.1
Gauge 1.2
Gauge 1.3
Gauge 1.4
Gauge 1.5
Observando a evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 8 (Figura 4.32 e Figura 5.12),
denotam-se maiores variações nos eixos M e Z ao longo do tempo. Apesar da aparente
tendência para a estabilização dos deslocamentos em meados de Janeiro, voltou a registar-se
um aumento destes, no sentido do interior da escavação (M-) e em assentamentos (Z-), até
meados de Abril. A partir desta altura, os deslocamentos continuaram a aumentar ligeiramente,
mas a uma taxa mais reduzida. Sabendo que a esta data já se encontravam executados os
troços de muros acima da viga de coroamento nesta zona, assim como os dois primeiros níveis
de troços de laje, faz sentido que estes deslocamentos tenham estabilizado, ou tendam para a

Evolução da Obra
estabilização, sendo uma indicação do bom funcionamento das medidas de reforço. O facto de
esta reacção não ter sido imediata pode ser explicado por o terreno ter sido bastante
descomprimido no início dos trabalhos, apresentando características “piores” do que as
inicialmente admitidas. As perturbações que foram sendo provocadas nas fundações do
edifício vizinho foram-se propagando até aos níveis superiores do edifício, à medida que a
escavação ia avançando. Em relação aos deslocamentos no eixo P, pode ver-se que não
houve variações tão acentuadas, o que faz sentido, visto que a tendência de movimento seria
para o interior da escavação.
Figura 4.32 – Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 8 (adaptado de [50])
É possível estabelecer uma relação entre o alvo 8 e o Gauge 1.1, pois estes encontram-se na
mesma localização em planta. Observando na Figura 4.31 a evolução deste fissurómetro, é
possível ver que este começou a estabilizar a abertura de fissuras por volta do fim do mês de
Janeiro, início de Fevereiro. Tendo em conta que também por esta altura se estava a proceder
à execução dos muros de prolongamento nos alçados B-C, E-F, D-E e FG [50], é plausível
estabelecer uma relação entre a execução desta medida de reforço, e a estabilização da
abertura de fissuras do Gauges 1.1. À medida que se foi concluindo o escoramento rígido do
canto F, executando o 1º nível de troço de laje por volta de dia 7 de Fevereiro [50], o 2º nível a
dia 20 de Fevereiro, e o 3º nível no início de Maio (Anexo II), foi-se obtendo também uma
estabilização praticamente total dos deslocamentos neste fissurómetro.
4.2.3.2 Alvo topográfico nº 17
Observando agora a evolução dos deslocamentos do alvo nº 17 (Figura 4.33 e Figura 5.12),
que estava localizado no edifício 2 anexo da Embaixada, pode ver-se que este teve alguns
assentamentos ao longo do tempo, tendendo a partir de meados de Abril para a estabilização,
resultando também provavelmente da aplicação das medidas de reforço nesta zona. Em
termos de deslocamentos horizontais, os do eixo M foram sendo cada vez mais negativos,
como esperado para o interior da escavação, tendendo no final também para a estabilização.
No eixo P houve algumas flutuações, mas que não chegaram a atingir os 5 mm, estando dentro
dos critérios estabelecidos.
77

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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 4.33 - Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 17 (adaptado de [50])
É possível relacionar este alvo com os Gauges 1.2, 1.3 e 1.4 dada a sua próxima localização
em planta. Tal como no Gauge 1.1 também estes fissurómetros começaram a estabilizar
(Figura 4.31) por volta da mesma altura. Nos Gauges 1.2 e 1.3 após a estabilização dos
deslocamentos foi registada uma acentuada diminuição dos mesmos, chegando mesmo a
verificar-se um fecho das fendas em relação à situação inicial. Este fenómeno pode ter-se
devido também à aplicação das medidas de reforço mencionadas, havendo um efeito de
rigidez do canto F mais demarcado nesta zona, do que nas zonas mais afastadas do canto. O
andamento inicial da abertura de fissuras no Gauge 1.4 foi bastante semelhante à do Gauge
1.1, sendo que neste último foi mais acentuada e não estabilizou em valores tão reduzidos
como no Gauge 1.4. Este comportamento pode ter-se devido ao facto de o Gauge 1.1 se
encontrar numa zona mais sensível da estrutura, perto de aberturas, como janelas ou portas, e
também a sua leitura foi interrompida para reparação mais cedo no que nos outros
fissurómetros, quase um mês antes. Isto não permitiu verificar se as fendas também seguiriam
a tendência de fechamento, como se observou nos restantes, ficando registada na última
leitura uma diminuição da abertura de fendas, o que poderia indicar um possível fechamento.
A partir da leitura topográfica nº 35 foram colocados e zerados novos alvos topográficos, devido
ao avanço da contenção, e também de modo a obter uma maior redundância nas leituras. Na
Figura 4.34 encontra-se um esquema da localização em planta dos alvos iniciais, e dos novos
alvos na zona do canto F.
Figura 4.34 - Alvos topográficos na zona do canto F (adaptado de [50])

4.2.3.3 Alvo topográfico nº 35
Evolução da Obra
Na Figura 4.35 pode ver-se a evolução dos deslocamentos do alvo nº 35, posicionado no
edifício 1, anexo à Embaixada. Este alvo só foi colocado numa fase mais avançada da obra, e
não teve deslocamentos significativos em relação à sua posição inicial, o que é outro indicativo
do funcionamento das medidas de reforço, e provável controlo das deformações do terreno do
exterior à escavação.
Figura 4.35 - Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 35 (adaptado de [50])
Na segunda série de leituras dos fissurómetros nos edifícios da Embaixada, verificou-se que as
fendas não voltaram a abrir, nem mesmo fissuras. Este resultado é mais um indicativo de que a
execução das medidas de reforço potenciou a estabilização das deformações nesta zona,
apesar da elevada, e comprovada sensibilidade das construções vizinhas; e de nesta zona se
verificar a maior profundidade de escavação do recinto, de cerca de 17 metros até à sapata de
contenção.
4.2.4 Deslocamentos excessivos na zona do Infantário
Pouco tempo depois de se ter registado uma abertura anormal de fendas nos edifícios anexos
à Embaixada da Bélgica, o mesmo sucedeu no edifício do Infantário, localizado no alçado IH.
Foram então instalados 3 fissurómetros semelhantes aos descritos na secção anterior, a fim de
monitorizar as fendas existentes. Tendo sido verificada a abertura de uma outra fenda
existente, no dia 4 de Março foi instalado um quarto fissurómetro para a sua monitorização. Os
fissurómetros encontravam-se localizados todos na mesma divisão, segundo ilustrado na
Figura 4.36.
Figura 4.36 – Localzação dos fissurómetros no Infantário [52]
79

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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Foram realizadas 27 leituras nestes fissurómetros, e a sua evolução encontra-se
esquematizada na Figura 4.37.
Abertura de
fendas (mm)
1
0,75
0,5
0,25
0
-0,25
-0,5
13-Jan-11 17-Fev-11 24-Mar-11 28-Abr-11 2-Jun-11 7-Jul-11
Figura 4.37 – Evolução da abertura de fendas nos fissurómetros do Infantário (adaptado de [52])
Possivelmente devido ao fim dos trabalhos no alçado GH (execução da sapata da contenção, e
ancoragens), e à suspensão provisória dos mesmos no alçado IH após executada a viga de
coroamento, as fendas instrumentadas tiveram um comportamento relativamente estável,
chegando até a verificar-se um fecho da fissura correspondente ao Gauge 1.1 de quase 0.5
mm. No entanto, após se terem iniciado os trabalhos de escavação e abertura de painéis no
alçado IH os Gauges 1.1 e 1.2 começaram a aumentar as deformações.
4.2.4.1 Alvo topográfico nº 14
Este comportamento é também observado na Figura 4.38, que mostra a evolução dos
deslocamentos medidos no alvo topográfico nº 14, posicionado no edifício do Infantário (Figura
5.16). No mês de Fevereiro os trabalhos neste alçado voltaram a ser suspensos, a fim de
deixar que o terreno estabilizasse, e não houvesse mais danos no edifício. Em Março foram
colocados novos alvos topográficos no recinto, sendo alguns localizados a vários níveis deste
edifício e na viga de coroamento (Figura 5.16).
Gauge 1.1
Gauge 1.2
Gauge 1.3
Gauge 1.4
Figura 4.38 - Evolução dos deslocamentos registados no alvo nº 14 (adaptado de [50])
Em relação à evolução da abertura de fendas não será possível estabelecer uma relação
linear, pois a evolução dos trabalhos afecta de forma diferente os deslocamentos do edifício,

Evolução da Obra
estando estes dependentes da resposta do edifício aos movimentos do terreno, com base nas
suas fundações e sistema estrutural. É no entanto, possível apurar uma tendência de
estabilização a partir do mês de Maio, correspondente provavelmente ao fim dos trabalhos de
escavação, execução de painéis e tensionamento de ancoragens neste alçado, e posterior
aterro desta zona (Figura 4.37). Esta tendência é também visível através da Figura 4.38,
verificando-se também que o maior incremento de deslocamentos, verticais e horizontais (para
o interior da escavação) se deu entre Março e Maio, quando se avançou mais intensamente na
execução dos muros de Munique nesta zona, estabilizando mesmo no limite dos critérios de
alerta (9.45 mm para assentamentos, e 12.6 mm para deslocamentos horizontais). Nos
restantes alvos instalados posteriormente (24 a 28, e 44) verificou-se esta mesma tendência,
tendo sido registados maiores deslocamentos no topo do edifício do que ao nível da viga de
coroamento, o que explica as fissuras no Infantário.
A abertura da fenda correspondente ao Gauge 1.4 continuou a aumentar ainda durante uns
dias, mesmo após os deslocamentos registados nos alvos topográficos terem estabilizado.
Pode ter-se devido à sua localização específica, junto à janela, que se sabe ser uma zona
propícia ao aparecimento de fendas, e também ao facto de as deformações se propagarem ao
longo da estrutura de formas diferentes, e também a taxas temporais variáveis. Esperava-se
um comportamento semelhante do Gauge 1.3, mas por este não ter apresentado um
agravamento da abertura de fendas nas primeiras medições, foi retirado, não sendo possível
assim fazer uma comparação directa.
Estes resultados também sustentam o facto de o solo nesta zona se apresentar bastante
sensível a perturbações, assim como as fundações dos edifícios adjacentes, apresentando
respostas negativas muito rápidas assim que se procederam a intervenções. Também
contribuiu para estas descompressões do terreno, o facto de os painéis permanecerem
demasiado tempo betonados antes de serem executadas as respectivas ancoragens. Houve
algumas dificuldades na coordenação desta sequência construtiva, pois o equipamento e a
mão-de-obra especializada para furação e tensionamento de ancoragens não se encontravam
a tempo inteiro na obra. Assim, foi complicado em algumas fases da escavação respeitar os
limites temporais máximos: após a descofragem do painel (cerca de 48 horas após a
betonagem) se proceder o mais rápido possível à execução das ancoragens, de modo a
suportar os impulsos do terreno que tinha sido descomprimido. Como já foi referido
anteriormente, é extremamente difícil recriar e prever estas condições numa fase de
dimensionamento, e na modelação da solução da contenção. Daí ser vital um
acompanhamento muito próximo da obra, auxiliado pela instrumentação.
81

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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
4.3 Evolução da restante instrumentação
4.3.1 Alçado da Igreja e alçado GH
No alçado AE também houve especial cuidado na realização dos muros de Munique, pois a
tardoz destes encontrava-se a Igreja e a cisterna, com particular realce para a capela no alçado
AB, considerada um ponto frágil entre as construções vizinhas. Foram colocados alguns alvos
nesta fachada vizinha, e também na cúpula da Igreja, assim como um conjunto de 15
fissurómetros no interior do edifício, só no fim de Março, por receio que os trabalhos de
escavação para abertura de painéis e escavação com recurso a meios mecânicos pesados
(martelo) provocassem a abertura de algumas fissuras já existentes.
Ambos os meios de instrumentação registaram deslocamentos e abertura de fissuras muito
reduzidos ao longo do tempo, que estabilizaram em valores distantes dos critérios de alerta
(para os alvos topográficos). Em relação aos fissurómetros, verificou-se uma abertura de
fissuras de, no máximo, 0.6 mm num dos aparelhos, tendendo no entanto para a estabilização,
assim como os restantes. Num dos fissurómetros houve até um fecho da fissura em cerca de
0.2 mm. Este Gauge encontrava-se no arco Este que sustenta a cúpula no piso 1 da Igreja, ou
seja, no lado que confronta com a obra. Este fenómeno pode ter-se devido ao tensionamento
das ancoragens durante a execução dos muros.
Também nos alvos instalados na viga de coroamento do alçado GH (alvos 20 e 21, Figura
5.13) não se verificaram deslocamentos excessivos ou susceptíveis de causarem danos às
estruturas vizinhas. Não se registaram deslocamentos acima de 5 mm ao longo de todos os
trabalhos de escavação, o que demonstra um bom comportamento, tanto do terreno como das
construções vizinhas; apesar de já em fase da execução da superstrutura se estar a proceder à
escavação para execução das fundações, abaixo da cota da sapata de fundação da contenção,
o que aumentou o risco de descalçamento da mesma.
4.3.2 Vibrações devido a meios mecânicos pesados
No primeiro relatório disponível para análise foram apresentados os dados dos dias 17 a 24 de
Fevereiro, só relativos ao sismógrafo 1, instalado na Embaixada da Bélgica. Durante estes
dias, as velocidades de vibração máximas medidas apresentaram valores muito inferiores aos
valores limite considerados. Como se pode ver na Figura 4.39, verificou-se um pico de
acelerações no dia 21 de Fevereiro, pelas 11.00 h da manhã, que não atingiu os 1.5 mm/s,
tendo sido este o valor máximo detectado no intervalo temporal do relatório. No Quadro 4.2
estão indicados todos os valores máximos atingidos em cada dia, no intervalo de tempo em
análise, valores que se apresentam bastante afastados dos valores limite.

Evolução da Obra
Figura 4.39 – Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 21 de Fevereiro [51]
No segundo relatório fornecido pela empresa “Geofix”, no seguimento do primeiro, foram
apresentados os dados relativos aos dias 25 de Fevereiro a 3 de Março. Também neste
intervalo temporal verificaram-se valores de velocidade de vibração muito inferiores ao valor
limite admitido. Os valores máximos atingidos verificaram-se no dia 3 de Março pelas 16.30 h e
17.30 h, chegando quase aos 3 mm/s, mas verificou-se serem ocorrências isoladas (Figura
4.41). Nos dias 26, 28 e 2 também se detectaram picos de velocidades, ainda que com valores
inferiores aos de dia 3 de Março. Estes picos foram provavelmente provocados por actividade
mais intensa de escavação com recurso ao martelo (Figura 4.40).
Quadro 4.2– Valores máximos de velocidade de vibração registados nos dias 17 a 24 de Fevereiro
[51]
Dia
Valor máximo registado (mm/s)
Vx Vy Vz Vr
17 Fev. 0.07 0.09 0.05 0.11
18 Fev. 0.15 0.57 0.14 0.60
19 Fev. 0.15 0.53 0.21 0.59
20 Fev. 0.08 0.06 0.06 0.10
21 Fev. 0.33 1.36 0.45 1.42
22 Fev. 0.27 1.28 0.42 1.36
23 Fev. 0.36 0.49 0.47 0.77
24 Fev. 0.11 0.14 0.12 0.18
Figura 4.40 – Recurso ao martelo para escavação
83

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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 4.41 – Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 3 de Março de 2011
[51]
Os valores máximos de velocidade de vibração atingidos em cada dia encontram-se
representados no Quadro 4.3.
Quadro 4.3– Valores máximos de velocidade de vibração registados nos dias 25 de Fevereiro a 3
de Março [51]
Dia
Valor máximo registado (mm/s)
Vx Vy Vz Vr
25 Fev. 0.21 0.34 0.22 0.42
26 Fev. 0.37 1.31 0.63 0.36
27 Fev. 0.04 0.10 0.04 0.11
28 Fev. 0.37 1.00 0.50 1.18
1 Fev. 0.23 0.20 0.16 0.35
2 Mar. 0.68 1.53 0.73 1.78
3 Mar. 0.93 2.18 1.62 2.87
No 3º relatório fornecido, as medições cobriram os dias 4 de Março a 10 de Março, em que se
verificou também a ocorrência de valores bastante aceitáveis de vibração, em relação aos
valores limite admitidos. A velocidade de vibração máxima teve lugar no dia 4 de Março, pelas
15 h, e não chegou a atingir os 2.5 mm/s. Houve mais actividade nos dias 7 e 10, mas com
valores que mal ultrapassaram o 1 mm/s.
No relatório seguinte também não foram registadas velocidades de vibração susceptíveis de
causarem danos à estruturas sensíveis em causa, de acordo com os valores limite admitidos.
No Quadro 4.4 estão representados os valores máximos atingidos diariamente no intervalo
temporal de 11 a 17 de Março na Embaixada, e só a partir de 14 de Março na Capela, por só
se ter iniciado o registo do sismógrafo na Capela nesta data, como referido anteriormente.
No intervalo de 18 a 24 de Março não foram atingidos os valores limite de velocidade de
vibração. A partir dos resultados deste relatório foi também possível analisar a sensibilidade do
edifício da Embaixada, e da Capela, para os mesmos dias e horas. Como se pode ver na
Figura 4.42, no dia 18 de Março houve alguma actividade de escavação que provocou
vibrações ao nível da Embaixada, não atingido no entanto o 1 mm/s. Para o mesmo dia, em
horário da tarde podemos na Figura 4.43 que a zona da Capela não foi praticamente afectada

Evolução da Obra
por esta actividade em termos de vibrações. Estes resultados relacionam-se provavelmente
com o facto da escavação com recurso a martelo decorrer maioritariamente junto ao alçado
FG. Segundo o projecto de Estabilidade era necessário rebaixar a cota de escavação mais
nesta zona, sendo necessário atravessar um maciço calcário que oferece bastante resistência
aos trabalhos de escavação. Assim, no geral das medições foi-se verificando que a Embaixada
era mais afectada pelo uso de meios mecânicos pesados do que a Capela, provavelmente por
razões de proximidade. Por outro lado, com base nos resultados obtidos, pode inferir-se que os
estratos geológicos atravessados até à zona inferior à Capela não facilitam particularmente a
transmissão das ondas sísmicas, ganhando peso o factor da distância, e não algum possível
efeito local de sítio.
Quadro 4.4– Valores máximos de velocidade de vibração registados nos dias 11 a 17 de Março [51]
Dia Sismógrafo
11 Mar.
Valor máximo registado (mm/s)
Vx Vy Vz Vr
0.42 0.68 0.36 0.87
12 Mar. 0.25 0.32 0.16 0.38
13 Mar. 0.08 0.10 0.05 0.11
Embaixada
14 Mar. 0.20 0.40 0.12 0.42
(SIS1)
15 Mar. 0.26 0.42 0.21 0.47
16 Mar. 1.77 0.46 0.20 1.83
17 Mar. 0.33 0.34 0.21 0.52
14 Mar.
0.33 0.43 0.35 0.57
15 Mar. Capela 0.23 0.38 0.45 0.59
16 Mar. (SIS2) 0.17 0.23 0.36 0.43
17 Mar. 0.11 0.11 0.11 0.16
Figura 4.42 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 18 de Março de
2011 [51]
Esta análise comparativa de transmissão de vibrações através do terreno não pode ser feita de
forma linear, e apenas com base nas Figura 4.42 e Figura 4.43. Pois analisando agora a Figura
4.44 e a Figura 4.45, que mostram as velocidades de vibração registadas no dia 19 de Março
na Embaixada e na Capela, respectivamente, pode ver-se que há alguma coincidência nos
dados recolhidos, em termos de picos de velocidade detectados. Nesta situação, é possível
que a actividade de escavação com recurso ao martelo tenha ocorrido numa posição
intermédia dos dois locais de captação do sinal, o que fez com que as velocidades medidas
fossem quase coincidentes, verificando-se ainda assim picos mais intensos no sismógrafo 1.
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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 4.43 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Capela, a 18 de Março de 2011
[51]
Figura 4.44 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 19 de Março de
2011 [51]
Figura 4.45 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Capela, a 19 de Março de 2011
[51]
Na Figura 4.46 pode observar-se o andamento das velocidades de vibração de partícula no dia
23 de Março, que foi quando se atingiu o valor máximo no 5º relatório de instrumentação. No
relatório seguinte, as velocidades de vibração atingiram valores ainda mais reduzidos do que
os do relatório nº 5. Nos dias 1 a 7 de Abril houve registos de vibrações regulares, apesar de
não ultrapassarem os valores limite. O registo mais elevado deu-se no dia 5 de Abril (próximo
dos 2.5 mm/s), mas verificou-se uma actividade mais uniforme no dia 1 de Abril, apesar do
valor absoluto de velocidade ter atingido apenas 1.5 mm/s.
Esta actividade manteve-se nos dias 8 a 14 de Abril, em que os valores das velocidades de
vibração registadas no sismógrafo da Embaixada continuaram a ser muito reduzidos. No

Evolução da Obra
entanto, é possível que ainda que reduzidos, tenham tido influência na abertura de fissuras nos
edifícios anexos à Embaixada. Os valores limite são obtidos a partir de hipóteses
simplificativas, parâmetros do solo e das construções, que não são exactos e podem não
corresponder à realidade.
Figura 4.46 - Velocidade de vibração registada no sismógrafo da Embaixada, a 23 de Março de
2011 [51]
Além disso, não se tem em conta nestes cálculos o facto de os edifícios vizinhos já se
encontrarem degradados e não novos, ou seja, algumas fissuras e fendas já se encontravam
abertas antes do início dos trabalhos da obra. É então possível que seja necessária a
ocorrência de vibrações inferiores para aumentar a abertura de fissuras já existentes, do que
para abrir novas.
Segundo o relatório dos dias 15 a 21 de Abril, a actividade de escavação com recurso a meios
pesados diminuiu, reduzindo ainda mais os valores máximos registados de velocidade de
vibração. A actividade vibratória manteve-se desprezável também desde o dia 22 ao dia 25 de
Abril. No sismógrafo da Embaixada, só nos dias 26 a 28 de Abril voltaram a detectar-se
velocidades de vibração regulares, que pouco ultrapassaram o 1 mm/s. O sismógrafo da
Capela registou um pequeno pico apenas no dia 27 de Abril. O relatório seguinte disponível,
surge com um lapso temporal de mais de um mês, apresentando os registos dos dias 10 a 16
de Junho, e só para o sismógrafo da Embaixada. Dado o sismógrafo da Igreja ter detectado
valores bastante reduzidos em relação ao esperado, e aos valores limite, e já ter passado a
fase crítica de recurso a meios mecânicos pesados naquela zona, este foi removido. O
sismógrafo da Embaixada foi mantido, pois ainda se procedia a actividades de escavação
naquela zona, e este já tinha registado valores de velocidade de vibração relativamente
próximos dos valores limite admitidos no Plano de Instrumentação e Observação. No período
em questão, apenas nos dias 14 e 15 de Junho foi registada alguma actividade de vibração,
ainda que muito reduzida (não tendo atingido 0.5 mm/s).
Conclui-se então dos resultados desde meio de instrumentação, que a intensidade dos meios
mecânicos pesados não foi suficiente para se atingirem os critérios de alerta e alarme, devido à
existência das construções sensíveis, ou que os critérios não foram adequados, dado o estado
de degradação que se verificava em algumas dessas construções. No entanto, a instalação
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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
dos sismógrafos não representou de todo um desperdício de recursos, pois ajudou a garantir
uma boa monitorização da obra, e acrescentar informações aos conhecimentos sobre a
utilização destes meios de escavação, no tipo de solo atravessado e junto a este tipo de
construções.
Como já referido, em obras geotécnicas em meio urbano, como a estudada nesta dissertação,
é bastante difícil apurar com exactidão os parâmetros reais do terreno no qual se vai intervir,
assim como as condições de fundação dos edifícios adjacentes, e o seu estado de
conservação. Assim, nesta obra a instrumentação teve um papel importante na monitorização
do comportamento do solo, e das estruturas vizinhas. Numas zonas, contribuiu para confirmar
as hipóteses inicialmente admitidas, e noutras para indicar um comportamento mais real do
cenário geológico-geotécnico, face aos trabalhos executados.

5. MODELAÇÃO DA SOLUÇÃO DE CONTENÇÃO
Modelação da Solução de Contenção
No dimensionamento da solução de contenção foi utilizado um programa de cálculo numérico
usando elementos finitos, o Plaxis 2D. Este programa é uma ferramenta bastante usada na
modelação de problemas geotécnicos, pois permite recriar de forma aproximada o
comportamento mecânico do solo e estruturas enterradas, possibilitando também uma análise
da interacção solo-estrutura.
5.1 Solução inicial
Na modelação da solução do projecto foram analisados 6 cortes em várias localizações que se
considerou serem as mais condicionantes e representativas do problema. Na Figura 5.1
encontra-se esquematizada a localização e numeração destes cortes, que correspondem aos
cortes pertencentes às peças desenhadas do projecto de escavação e contenção periférica
[46].
Figura 5.1 – Localização dos cortes analisados no Plaxis (adaptado de [46])
Descrevem-se a título de exemplo as opções tomadas na modelação de um dos cortes da
escavação (Corte 4), sendo que os outros seguiram princípios semelhantes, mudando apenas
a geometria do local e a respectiva solução construtiva.
5.1.1 Definição da geometria
Na construção do modelo foi necessário definir inicialmente a geometria da janela a analisar,
assim como as unidades, e o número de nós em cada elemento finito (triângulos, neste caso),
entre outros parâmetros. Para o modelo em questão escolheu-se uma janela de 40 m de
largura por 34 m de altura, por se considerar que com estas dimensões havia distância
suficiente da contenção às fronteiras para reproduzir a situação real. Adoptaram-se elementos
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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
triangulares de 15 nós para a malha de elementos finitos. O passo seguinte foi o de definir a
geometria do modelo, usando o comando Geometry line, representando as 3 camadas
diferentes de solo, e também as linhas que dividiam as diferentes fases de escavação. Foram
também definidas as condições de fronteira usando o comando Standart fixities, que criou um
conjunto de apoios fixos na base, e apoios móveis nas zonas laterais, permitindo os
deslocamentos verticais nas zonas de fronteira lateral. Após definida a geometria inicial do
modelo passou-se aos elementos de contenção e escoramento, ou seja, a cortina multi-
ancorada; e também o carregamento variável aplicado, sendo que o programa já tem em conta
os impulsos provocados pelo terreno. A sobrecarga admitida a tardoz da cortina foi de 10
kN/m 2 , usando o comando Distributed load – load system A. Começou-se por desenhar a
cortina, com 18.5 m de altura nesta secção, e recorrendo a um elemento Plate, para simular o
comportamento de “parede” do muro de Munique. Desenharam-se também as ancoragens,
adoptando um elemento tipo Node-to-node Anchor para o comprimento livre, e do tipo Geogrid
para o bolbo de selagem. A geometria final do modelo ficou com o aspecto que se vê na Figura
5.2.
Figura 5.2 – Geometria do modelo do corte 4
Após a definição da geometria do modelo foi necessário caracterizar o terreno, assim como os
elementos estruturais participantes do conjunto, associando estas características aos
elementos já desenhados.
5.1.2 Características dos materiais e malha de elementos finitos
Para definir as características do solo, o Plaxis tem a opção de vários modelos constitutivos
que simulem o comportamento dos materiais. O modelo escolhido foi o Hardening soil. Este
modelo recria o comportamento dos diferentes tipos de material admitindo uma relação tensão-
deformação não linear. À medida que o material é sujeito a tensões de corte crescentes, a sua
rigidez vai diminuindo, havendo deformações plásticas e irreversíveis. Ao contrário do modelo
Mohr Coulomb (também disponível no programa), este tem em conta a dependência da tensão

Modelação da Solução de Contenção
com o módulo de deformabilidade, o que faz com que as rigidezes dos estratos aumentem com
a pressão. O Hardening Soil tem por base o modelo hiperbólico, e utiliza a teoria da
plasticidade em vez da teoria da elasticidade, incluindo o valor da dilatância do solo e uma
superfície de cedência. Para a sua completa definição foi necessária a introdução de vários
parâmetros [56]:
c´- coesão efectiva do solo;
ϕ' - ângulo de resistência ao corte efectivo;
ψ - ângulo de dilatância;
m - expoente da lei de potência que expressa a dependência da rigidez em relação ao
nível de tensão (power);
- módulo de deformabilidade secante em estado triaxial (correspondente a 50% da
tensão de rotura) para uma tensão de referência, pref, considerada igual a 100 kPa;
- módulo de deformabilidade edométrico tangente para tensão vertical igual à tensão
de referência (pref);
- módulo de deformabilidade na descarga/recarga, em estado triaxial, para uma
tensão de referência pref;
νur - coeficiente de Poisson na fase de descarga;
Rf - coeficiente de rotura, que relaciona a tensão deviatórica na rotura com a assímptota
da hipérbole que traduz a relação tensão-deformação;
- coeficiente de impulso em repouso correspondente ao solo normalmente
consolidado.
Segundo o Manual do utilizador do Plaxis [57], este modelo pode ser utilizado na modelação de
solos do tipo arenoso, argiloso ou siltoso, desde que estejam disponíveis os resultados de
ensaios triaxiais e edométricos, para que se possam admitir parâmetros próximos dos reais. No
entanto, pode admitir-se, através da experiência e considerando algumas relações já testadas
entre os parâmetros, o uso deste modelo mesmo sem todos os dados dos ensaios, sabendo
que associado aos ensaios e aos parâmetros, existe algum grau de incerteza associado.
Para o caso em análise foi este o modelo adoptado, tendo por base os parâmetros médios
fornecidos pelo Relatório geológico-geotécnico [49], e algumas correlações entre os
parâmetros não determinados nos ensaios realizados. Para os diferentes valores do módulo de
elasticidade, é proposto no Manual do utilizador e também segundo [58] que se admitam, como
aproximações, as seguintes relações:
91

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Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Além dos parâmetros integrantes do critério de rotura de Mohr-Coulomb (c´, ϕ' e ψ), também
fornecidos em Projecto [46], admitiram-se as relações das equações anteriores para os
restantes parâmetros do modelo; para o valor de m e outros parâmetros avançados, admitiram-
se os valores indicados por defeito pelo programa. Neste corte foram consideradas 3 camadas
distintas de terreno, de acordo com o zonamento geotécnico. Numa das secções tipo analisada
foi considerada uma zona geotécnica adicional em relação ao projecto inicial, designada por
“M1 melhorado”, devido a injecções de calda de cimento que foram feitas no sentido de
melhorar as condições de fundação do edifício vizinho, numa fase inicial dos trabalhos. As
características admitidas para cada estrato geológico encontram-se no Quadro 5.1.
Parâmetros
Quadro 5.1 – Características dos solos de cada zona geotécnica
Zonas geotécnicas
Aterros M1 M1 melhorado M2
γ [kN/m 3 ] 18 18 18 19
[kN/m 2 ] 8000 25000 35000 100000
[kN/m 2 ] 8000 25000 35000 100000
[kN/m 2 ] 24000 75000 105000 300000
cref [kN/m 2 ] 0.1 30 30 100
ϕ [°] 30 35 35 40
ψ [°] 0 0 0 0
νur 0.2 0.2 0.2 0.2
K0 nc 0.5 0.426 0.426 0.357
Também para os elementos estruturais foi necessário atribuir características aos materiais.
Para a cortina criaram-se dois materiais distintos, correspondendo um aos perfis HEB
inicialmente colocados, e outro à parede de betão armado, posteriormente executada. Nas
características do comprimento livre da ancoragem, era pedida pelo programa a rigidez axial, e
o espaçamento entre ancoragens, admitindo um comportamento elástico linear do material.
Para o bolbo de selagem, era pedida apenas a rigidez axial. O método pré-definido utilizado
pelo programa para a modelação das ancoragens consiste em modelar o comprimento livre
como elemento barra, e o bolbo de selagem através de vários elementos barra ligados entre si
por pontos nodais existentes na malha de elementos finitos [26]. No cálculo adoptou-se este
método, pois a modelação deste tipo de estruturas constitui um problema tridimensional
bastante complexo, e a experiência adquirida tem vindo a demonstrar que os resultados
fornecidos por estes métodos não se afastam muito da realidade, havendo sempre associado
algum grau de incerteza. No Quadro 5.2 encontram-se as características dos elementos
estruturais presentes no modelo. A rigidez axial da zona do bolbo de selagem da ancoragem

Modelação da Solução de Contenção
tem um valor inferior (apesar do valor teórico ser superior) para se ter em conta o facto de
haverem possíveis deslocamentos relativos na interface entre a calda de cimento, e o solo,
funcionando assim como uma espécie de factor de segurança.
Quadro 5.2 – Características dos elementos estruturais da contenção
Elementos estruturais
Parâmetros
Perfis HEB
Parede de betão
armado
Ancoragem –
comprimento livre
Ancoragem -
Bolbo de selagem
EA [kN/m] 380100 9000000 147000 100000
EI [kNm 2 /m] 1744.4 67500 - -
d [m] 0.235 0.3 - -
w [kN/m/m] 0.5 2.1 - -
ν 0.2 0.2 - -
Lspacing [m] - - 3 -
Para terminar a definição do modelo procedeu-se à geração da malha de elementos finitos.
Recorrendo ao comando Mesh do Plaxis, e escolhendo um refinamento da malha Fine, obteve-
se uma malha com 608 elementos e 5001 nós. O programa fornece também a opção de um
refinamento localizado da malha nalgumas zonas, mas neste caso usou-se a malha gerada
inicialmente. Por fim, foi necessário gerar as tensões iniciais, para que se instalasse um estado
de tensão com a distribuição de pressões efectivas, horizontais e verticais, para a geometria
modelada, condições de fronteira, características do terreno e elementos estruturais. Nesta
fase definir-se-ia também o nível freático e a geração de pressões intersticiais, o que não foi
feito por o nível freático na obra se encontrar a grande profundidade (Secção 3.3.1).
Estava-se então em condições de proceder ao cálculo do modelo. Na interface de cálculo foi
necessário definir o faseamento construtivo, e em Define caracterizar os acontecimentos para
cada fase da obra. Após cada fase estar criada e caracterizada o modelo foi corrido, tendo-se
obtido os esforços e deslocamentos finais, que serviriam de referência para o
dimensionamento da solução, previsão dos resultados reais em termos de deslocamentos, e
monitorização dos trabalhos em função destes.
5.1.3 Faseamento construtivo e cálculos
Esta fase é bastante importante na modelação da solução, pois é no faseamento construtivo
que se introduzem algumas alterações que permitem a simulação aproximada da técnica de
Muros de Munique. Quando se calcula uma solução do tipo cortina ancorada no Plaxis, esta
correspondente mais directamente a uma técnica do tipo Cortina de Estacas ou Paredes
Moldadas, em que a cortina de contenção é executada toda em profundidade, e só depois se
procede à escavação faseada, e execução das ancoragens. Na Figura 5.3 encontra-se uma
vista da interface de cálculo do programa, com o faseamento construtivo para a secção em
análise. Como se pode observar, no separador General identificam-se as fases construtivas, e
o tipo de análise a aplicar no cálculo. Adicionalmente à Initial phase já definida por defeito pelo
programa, foi acrescentada ainda outra fase inicial (Total), em que no separador Parameters se
definiu o loading input para total multipliers (Figura 5.4). Esta fase foi criada com o objectivo de
93

94
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
fazer com que se dessem todos os assentamentos devido ao peso do solo, sobrecarga e às
condições iniciais, para não haver interferências nos deslocamentos devidos à escavação.
Figura 5.3 – Faseamento construtivo do corte 4
Na fase seguinte, SC e micro, foi seleccionada a opção Reset displacements to zero no
separador Parameters, em Control Parameters, com o objectivo de “zerar” os deslocamentos
que surgiram nas fases iniciais, ou seja, para se analisar somente os deslocamentos devidos
ao processo da escavação. Seleccionou-se também a opção Staged construction, em vez de
Total Multipliers, para dar início ao processo. Clicando em Define, era possível aceder a uma
janela com o esquema do modelo, e fazer as alterações correspondentes a cada fase. Nesta
fase, foram activadas a cortina e a sobrecarga (10 kN/m 2 ), estando activadas todas camadas
de solo. O elemento plate da cortina nesta fase tinha atribuído o material Micro HEB 160, pois a
fase inicial correspondeu à inserção dos perfis metálicos na contenção, que serviriam de
fundação provisória à mesma, possibilitando a execução dos muros de Munique.
A fase 1ºesc correspondeu à escavação do primeiro nível, correspondente à camada de aterros
e a uma parte da camada seguinte, num total de 7.6 m. A escavação consistiu em “desligar”
estas camadas na geometria. A escavação no programa não tem em conta o facto de os
painéis serem escavados de forma alternada (painéis primários e secundários), tirando partido
do efeito de arco criado que permite que a escavação ocorra sem descompressão do terreno.
Para contornar este problema de modelação definiu-se o valor de ∑-Mstage para 0.5, em vez
de 1, como estava pré-definido (Figura 5.5). Com esta alteração conseguiu-se que a fase de

Modelação da Solução de Contenção
escavação da camada de terreno fosse reduzida para metade, caso contrário os resultados
seriam muito mais gravosos, não correspondendo à realidade. Esta simplificação não dará a
solução exacta, mas têm sido conseguidas aproximações razoáveis do comportamento de
escavações recorrendo a este método.
Figura 5.4 – Fase “Total” da sequência construtiva
Figura 5.5 – Redução da fase de
escavação para metade
A fase seguinte correspondeu à execução das ancoragens. Assim, em Define, activaram-se as
ancoragens na escavação, tanto a zona de comprimento livre como a do bolbo de selagem, e
definiu-se o valor do pré-esforço para a zona de comprimento livre. Este foi aplicado
(automaticamente) por meio de duas forças com a mesma intensidade e sentidos contrários,
uma em cada extremidade do elemento barra da ancoragem, ficando também este elemento
submetido a esforço normal de tracção [26]. O valor inserido correspondeu a um pré-esforço
por metro de desenvolvimento de cortina, sendo necessário dividir o valor original pelo
comprimento de influência de cada ancoragem, neste caso por 3 metros (Figura 5.6).
Figura 5.6 – Activação da ancoragem e do valor do pré-esforço
Outra das alterações a que se procedeu também nesta fase foi a de mudar o material da
cortina, do material dos perfis HEB para a parede de betão armado, pois após a betonagem
dos painéis e tensionamento das ancoragens passa a ser a parede de betão armado a
funcionar como cortina, em vez dos perfis (Figura 5.7).
95

96
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 5.7 – Mudança do material do elemento “plate”, dos perfis para a parede de betão
Este procedimento foi repetido para as restantes fases, até se atingir o final da escavação,
dando-se assim início à fase de cálculo.
5.1.4 Resultados
Após a fase de cálculo foi possível ver na interface de Output do programa a malha deformada,
assim como os deslocamentos, tensões instaladas no terreno, e esforços e deslocamentos da
cortina. Para esta secção, a malha deformada, os deslocamentos horizontais e verticais obtidos
na fase final encontram-se esquematizados na Figura 5.8, Figura 5.9 e Figura 5.10,
respectivamente.
Figura 5.8 - Configuração deformada da cortina no final da escavação no corte 4, com a modelação
inicial
Figura 5.9 – Deformações horizontais da cortina no final da escavação no corte 4, com a
modelação inicial

Modelação da Solução de Contenção
Para as outras secções modeladas no Plaxis houve algumas diferenças, nomeadamente a
nível geométrico, e consequentemente no número de níveis de ancoragens, etc. No Anexo VI
encontram-se os esquemas dos restantes 5 cortes.
Figura 5.10 - Deformações verticais da cortina no final da escavação no corte 4, com a modelação
inicial
5.2 Comparação entre resultados previstos pela modelação inicial e
os reais
Podem ver-se no Quadro 5.3 os deslocamentos obtidos na modelação inicial para todos os
cortes analisados no final da escavação, e a comparação com os critérios de alerta e alarme
para os deslocamentos estabelecidos no Projecto [46], que variam em função da altura da
escavação.
Quadro 5.3 – Deformações máximas previstas do terreno na fase final de escavação, e critérios de
alerta e alarme para cada secção
Secção
Plaxis
Def. hor. máx. (mm) Def. vert. máx. (mm)
Critério de
alerta
Critério de
alarme
Plaxis
Critério de
alerta
Critério de
alarme
Corte 1 6.1 10.0 15.0 8.4 7.5 10.0
Corte 3 9.8 27.2 40.8 6.4 20.4 40.8
Corte 4 4.6 27.2 40.8 1.3 20.4 40.8
Corte 5 5.8 28.2 42.3 1.0 21.2 42.3
Corte 6 9.6 11.4 17.1 1.3 8.6 17.1
Corte 7 4.9 12.6 18.9 2.0 9.5 18.9
Os valores do Quadro 5.3 relativos às deformações verticais máximas previstas pelo Plaxis não
correspondem em absoluto às verificadas no modelo. Acontece que as deformações máximas
verificavam-se sempre na base da escavação, havendo um empolamento do terreno, devido a
ter sido retirado todo o carregamento, como se pode ver na Figura 5.10. No entanto, tem-se
vindo a constatar através da experiência que os empolamentos previstos pelo programa são
demasiado elevados para o que acontece na realidade. Como a sua localização não é
97

98
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
condicionante para o desenvolvimento dos trabalhos, estes foram desprezados para efeitos de
análise, e as deformações registadas no Quadro 5.3 correspondem aos assentamentos
verificados imediatamente a tardoz da cortina, pois é nesse local que estes serão
condicionantes para as construções vizinhas.
Como se pode ver no Quadro 5.3 os critérios de alerta e alarme estabelecidos não foram
atingidos pelos valores previstos pela modelação no Plaxis, em termos de deslocamentos. No
entanto, com base nos resultados observados, não foi isso que se verificou, ou por defeitos no
estabelecimento dos critérios face à fragilidade e desconhecimento das construções vizinhas,
ou por imperfeições na modelação devido ao desconhecimento do comportamento exacto do
solo, ou uma conjunção de ambas as situações.
Não foi possível fazer uma comparação directa entre os resultados previstos pela modelação
em elementos finitos e os resultados obtidos nos alvos topográficos, pois como estes acabaram
por ser colocados em localizações diferentes das inicialmente propostas em projecto, existem
na realidade poucos pontos em que há informação de ambas as fontes em simultâneo. Existiu
portanto algum entrave à realização de uma retroanálise da solução através da
instrumentação, pois a grande maioria dos alvos topográficos foi instalada nas paredes dos
edifícios vizinhos que confrontam com a escavação, por ter sido aí que se verificou terem
havido as maiores deformações. Como no programa é apenas possível modelar abaixo da
superfície do terreno (e não os edifícios) é então difícil comparar os dados de todas as zonas
da obra, nomeadamente aquelas em que houve maiores problemas em termos de
deslocamentos, e abertura de fendas e fissuras.
Além das dificuldades referidas em relação à diferença de localização dos alvos topográficos e
pontos de análise, surge também o problema associado ao facto de terem sido aplicadas
nalgumas zonas da obra medidas de reforço, em função dos deslocamentos que se verificaram
ao longo dos trabalhos, o que também dificulta a comparação directa entre soluções finais de
contenção. A medida de reforço que consistiu em prolongar os muros de contenção acima da
viga de coroamento não foi possível incluir no modelo da contenção, por não se poder modelar
acima da superfície do terreno. Esta tinha como objectivo estabilizar as fachadas dos edifícios
adjacentes, e com base na evolução dos deslocamentos dos alvos colocados nesses locais,
cumpriu o seu objectivo. Em relação à medida de reforço que consistiu no escoramento rígido
do “canto F” da escavação já se pôde estabelecer uma relação entre resultados finais, por meio
duma modelação no Plaxis da própria medida de reforço a partir da solução inicial. Esta
solução será concretizada na secção seguinte deste capítulo, 5.3.
Secções 1, 2, 3 e 4
Com base nos valores expostos no Quadro 5.3 para a secção 1 pode concluir-se que os
parâmetros geotécnicos de rigidez e resistência admitidos para a sua modelação foram,
possivelmente de menor qualidade do que os reais, pois apesar dos deslocamentos previstos
se aproximarem bastante dos critérios de alerta (e até ultrapassarem, para os assentamentos),

Modelação da Solução de Contenção
esta zona não teve um comportamento anormal durante a escavação. Não é possível fazer
uma análise directa dos resultados pois o único alvo que foi instalado nesta zona encontrava-
se colocado na fachada do edifício vizinho, não representando directamente os movimentos da
cortina e do terreno (alvo 5, Figura 5.11). No entanto, deduz-se que estes não atingiram os
critérios de alerta, ou não foram susceptíveis de causar danos, pois os deslocamentos nesse
alvo topográficos foram relativamente reduzidos (Figura A VII. 6), e os fissurómetros instalados
na Igreja, que confrontam com esta zona da obra, também registaram valores muito reduzidos.
Figura 5.11 – Localização dos alvos topográficos no alçado AD (adaptado de [48])
O corte 2, que se localiza na zona da cisterna (alçado DE, Figura 3.9) não contribuiu para esta
análise, pois não foi modelada nenhuma secção correspondente no Plaxis, para comparação
de resultados. Nesta zona os alvos topográficos também foram todos colocados nas estruturas
vizinhas, e não na parede de contenção (Figura 3.9).
O corte 3 foi uma das situações em que não foi possível comparar directamente os resultados
da modelação com os da instrumentação, devido à introdução das medidas de reforço. De
qualquer modo, o único alvo localizado nesta zona (alvo nº 19) não registou deslocamentos
próximos dos critérios de alerta e alarme.
Esta comparação também não foi possível para a secção 4, pois o andamento dos
deslocamentos registados nos alvos topográficos daquela zona foi afectado pela execução das
medidas de reforço. Além disso, não se encontrava nenhum alvo topográfico colocado na
secção que foi modelada (Figura 5.12).
99

100
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 5.12 - Vista final dos alvos topográficos no alçado FG (adaptado de [48])
Secção 5
Na zona da secção 5 as previsões da modelação indicaram deslocamentos bastante reduzidos
face aos critérios de alerta. De resto, excepto os incidentes no início dos trabalhos que
ocorreram em meados de Dezembro, e que provocaram um aumento brusco nos
assentamentos dos alvos nesta zona, devido a colapso do terreno e posterior preenchimento
com betão, não houve problemas de maior. Para este colapso contribuiu provavelmente, como
já foi referido, a precipitação intensa que se fez sentir naquela altura, e que diminuiu as
características de resistência das camadas superficiais do solo, nomeadamente a coesão.
Nas fases posteriores a estes eventos, os alvos topográficos desta zona mostraram uma
tendência para a estabilização, o que também demonstra o bom funcionamento da medida de
reforço aplicada, que consistiu no prolongamento da parede de contenção num troço acima da
viga de coroamento. Em particular os alvos localizados na cortina (23 e 39) tiveram uma
evolução bastante controlada das deformações (Figura A VII. 20 e Figura A VII. 35).
Secção 6
Na zona do corte 6, localizado no alçado GH, é possível fazer uma comparação directa dos
resultados na fase final, pois não houve aplicação de medidas de reforço nesta zona, e os dois
alvos topográficos foram colocados na viga de coroamento (alvos 20 e 21, Figura 5.13, Quadro
5.4).

Modelação da Solução de Contenção
Figura 5.13 - Vista final dos alvos topográficos no alçado GH (adaptado de [48])
Como não houve deslocamentos excessivos nesta zona optou-se por não se colocar mais
alvos noutras zonas deste alçado, nem nos edifícios vizinhos, nem na cortina em profundidade.
Quadro 5.4 – Comparação de deslocamentos previstos e verificados nos alvos 20 e 21
Alvo Def. Hor. Máx. (M) [mm] Def. Hor. Máx. (P) [mm] Def. Vert. Máx (Z) [mm]
20 -4.3 2.9 -4.9
21 -4.5 -4.9 -3.3
Plaxis -9.6 1.3
Em relação às deformações horizontais há algumas diferenças entre os resultados dos alvos
20 e 21, pois estes tiveram movimentos horizontais em sentidos contrários (em P), sem no
entanto atingirem critérios de alerta (Figura A VII. 17 e Figura A VII. 18). As deformações finais
do alvo 21 foram mais aproximadas do previsto, pois os deslocamentos horizontais finais foram
para o exterior da escavação. No alvo 20, a posição final foi para o interior da escavação, mas
também com valores muito reduzidos, não susceptíveis de causarem problemas. Em relação
aos assentamentos verificou-se que os reais foram superiores aos previstos, nomeadamente
no alvo 20, mas ainda assim com valores reduzidos. Faz sentido que a situação mais gravosa
tenha ocorrido perto do canto convexo do alçado, por ser a zona menos confinada, e também é
possível que tenha tido influência o facto de se ter procedido a escavação abaixo da cota de
fundação da parede de contenção, para execução das fundações da superstrutura, sabendo
que nesta zona e a esta profundidade o terreno ainda não podia ser considerado como rocha
compacta, sendo até bastante heterogéneo (Figura 5.14 e Figura 5.15).
Tendo em conta o grau de incerteza associado a este tipo de análise, e incluindo o
desconhecimento exacto das características do solo, comportamento da cortina, e condições
de fundação dos edifícios vizinhos, considera-se que os resultados obtidos nesta zona foram
bastante aproximados.
101

102
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 5.14 – Escavação abaixo da cota de
fundação da parede de contenção
Secção 7
Fundação da
parede de
contenção
Figura 5.15 – Pormenor da heterogeneidade e
natureza terrosa do solo escavado
Na secção do corte 7, representativa do alçado IH, encontravam-se instalados 4 alvos
topográficos próximos em planta: alvos 13, 14, 24 e 26 (Figura A VII. 12, Figura 4.38, Figura A
VII. 21 e Figura A VII. 23). Como se pode ver na Figura 5.16, destes alvos só o 24 estava
colocado na viga de coroamento, ao nível da escavação, localizando-se os restantes no edifício
do Infantário, devido à abertura de fendas que se verificou ao longo dos trabalhos. Como esta
secção localiza-se aproximadamente entre os alvos 24 e 25 serão analisados os resultados
destes dois alvos topográficos. Observando os resultados do Quadro 5.5 pode dizer-se que as
deformações verificadas na realidade foram superiores às previstas no modelo, não tendo
atingido nenhum dos critérios de alerta, mas provocando ainda assim perturbações nas
estruturas vizinhas. Na secção 5.4.2 deste capítulo proceder-se-á a uma retroanálise desta
situação, com o objectivo de apurar as razões das discrepâncias de resultados.
Infantário
Figura 5.16 – Localização dos alvos topográficos no alçado IH (adaptado de [48])

Modelação da Solução de Contenção
Quadro 5.5 – Comparação de deslocamentos previstos e verificados nos alvos 24 e 25
Alvo Def. Hor. Máx. (M) [mm] Def. Hor. Máx. (P) [mm] Def. Vert. Máx. (Z) [mm]
24 -1,3 2 -6,8
25 -2,1 2,6 -7
Plaxis -4.9 -2
Como já referido anteriormente, e como esperado, os deslocamentos maiores nesta zona
verificaram-se de facto nos alvos topográficos colocados ao longo da fachada lateral do edifício
vizinho correspondente ao Infantário. Como a tendência destes deslocamentos foi a de
estabilização, considera-se que a situação ficou controlada. Este aumento das deformações
em altura, desde o topo da contenção às paredes do edifício vizinho, é também um indicativo
da sua fragilidade, estruturalmente e das respectivas fundações. Nestes casos, também devido
à ausência de mais dados sobre as condições das construções já existentes, torna-se difícil
prever este tipo de comportamentos numa modelação prévia. É então importante haver uma
boa monitorização, no sentido de antecipar acontecimentos inesperados. Os valores de
deslocamentos no alvo 44, colocado já mais recentemente, vêm confirmar a tendência de
estabilização dos movimentos do conjunto de terreno e edifício, tanto nas deformações
horizontais como verticais (Figura A VII. 40).
Foi também denotado um padrão de comportamento da contenção no que diz respeito à
localização dos perfis metálicos que servem de suporte à realização da escavação e parede de
contenção. Verificou-se que nos alçados em que os perfis ficaram no interior dos Muros de
Munique (alçados AE, GH e IJ) não ocorreram de facto situações de deslocamentos
excessivos, apesar de existirem também construções vizinhas sensíveis, como a Igreja no
alçado AE. Nos restantes alçados do recinto foi necessário deixar os perfis no exterior da
contenção, apesar desse facto não ter sido tido em conta na modelação da solução para
previsão dos deslocamentos. É assim plausível admitir que esta alteração introduzida ao
método construtivo possa ter contribuído, juntamente com os outros factores já mencionados,
para um comportamento pior do que o previsto inicialmente em projecto. Como também já
referido no capítulo 2, esta alteração frequentemente introduzida neste tipo de obras, tem em
geral consequências negativas para as deformações da cortina.
5.3 Solução incluindo medidas de reforço
Para tentar apurar a influência que as medidas de reforço tiveram no comportamento da
contenção (escoramento rígido do canto F), além das informações fornecidas pela
instrumentação, procedeu-se a uma nova modelação da solução, apenas do corte 4, incluindo
esta medida de reforço.
Dada a análise na versão do Plaxis utilizada ser bidimensional, não foi possível modelar a
solução de troços de laje com a forma triangular de maneira exacta. Foi por isso necessário
proceder a algumas simplificações para obter uma aproximação da solução real. Em vez de
elementos do tipo ancoragens, constituídas por comprimento livre e bolbo de selagem, foram
103

104
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
adoptadas escoras a 2 níveis na escavação, que no programa correspondem a um elemento
do tipo Fixed-end anchor, em que é pedido o comprimento da escora, e nas características do
material (em que este é semelhante ao das ancoragens, do tipo Anchor), o afastamento entre
escoras e a sua rigidez axial. Como o comprimento da escora-troço de laje é variável (visto ser
triangular) adoptou-se um comprimento médio equivalente, e uma rigidez axial dum elemento
de betão armado com uma espessura de 0.25 m e 1 m de largura (por metro de
desenvolvimento da escora), em que se obtiveram os resultados presentes na Figura 5.17. A
solução para a secção modelada correspondeu então a um conjunto de escoras de betão
armado com 8.6 m de comprimento, com rigidez axial de 8.25E6 kN/m 2 , e espaçadas de 1 m.
Figura 5.17 – Características das escoras-troços de laje
No faseamento construtivo, o procedimento foi semelhante à modelação inicial com a diferença
de se activarem as escoras em vez das ancoragens, sempre que se escavava uma camada de
terreno. Correndo o programa com esta modelação, os resultados obtidos podem ver-se na
Figura 5.18, em termos de cortina deformada, e de deformações horizontais e verticais.
Figura 5.18 – Cortina deformada para a modelação com troços de laje, corte 4
Comparando a figura anterior com a Figura 5.8, a forma como a cortina se deforma com um
sistema de 4 ancoragens e 2 troços de laje equivalentes de betão armado é bastante diferente,
sendo que a segunda alternativa permite um melhor controlo das deformações, formando-se

Modelação da Solução de Contenção
uma “barriga” menos acentuada no elemento de contenção. Na Figura 5.19 podem ver-se as
deformações horizontais previstas incluindo a medida de reforço, e comparando com a Figura
5.9 podem observar-se as diferenças em termos de deformações horizontais, entre as duas
situações. É bastante visível nestas imagens que a massa de solo afectada pela escavação,
em termos de deslocamentos horizontais é muito maior na solução com as ancoragens, e a
zona em que os deslocamentos são máximos (por volta dos 5 mm), é também maior do que na
solução de bandas de laje, em que os deslocamentos verificados são também inferiores,
atingindo máximos de cerca de 3.5 mm na zona de vão entre o 1º e o 2º troço de laje.
Figura 5.19 – Deformações horizontais para a modelação com troços de laje, corte 4
Em termos de assentamentos, o comportamento da cortina com a solução de bandas de laje
também é bastante melhor (Figura 5.10 e Figura 5.20). Além dos valores de deslocamentos
atingidos serem menores, cerca de 1 mm contra 3 mm na solução com ancoragens, a zona
afectada correspondente aos deslocamentos negativos (assentamentos) é também de
dimensões muito mais reduzidas, e localiza-se mais longe do local da escavação, e numa área
menor imediatamente a tardoz da cortina, para o mesmo nível de assentamentos. Esta
diferença pode ser justificada pelo facto de, na solução de bandas de laje, não existir a
componente vertical das ancoragens, que aumenta os assentamentos da massa de solo
suportado.
105

106
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Figura 5.20 - Deformações verticais para a modelação com troços de laje, corte 4
5.4 Retroanálise da solução
A retroanálise da solução foi feita com recurso aos resultados dados pela instrumentação,
nomeadamente dos alvos topográficos, pois os relatórios das células de carga das ancoragens
só foram disponibilizados numa fase final, e as variações de pré-esforço medidas foram
desprezáveis [59]. Também seria útil e interessante comparar resultados fornecidos por
inclinómetros e marcas topográficas.
Este tipo de análise é bastante útil para compreender melhor o comportamento do terreno
presente no caso de estudo, mas a sua extrapolação para outras situações não deve ser
directa e linear. Tanto do lado da modelação numérica como da instrumentação adoptam-se
simplificações e cometem-se erros que podem alterar o resultado da análise. Assim, é
necessário haver uma amostra significativa de situações em que se fez retroanálise, tal como a
experiência ganha ao longo do tempo com este género de obras para se tirarem conclusões,
representando este capítulo uma contribuição para esse objectivo. Para a realização desta
análise é necessário partir de uma série de pressupostos que permitam diminuir a lista de
parâmetros a analisar. Tendo em conta que o grau de incerteza associado aos parâmetros do
solo é muito superior ao associado aos parâmetros dos elementos estruturais, optou-se por
centrar a análise só nos primeiros, para que não se perdesse a objectividade da análise. Por
parâmetros dos elementos estruturais entende-se as características da cortina (perfis HEB e
parede de betão armado), e das ancoragens. O comportamento do bolbo de selagem das
ancoragens e a interface entre a cortina e o terreno também poderiam ser parâmetros a
calibrar, mas optou-se por deixá-los inalterados, em relação aos admitidos por defeito.
A análise paramétrica foi efectuada para cada zona geotécnica, e para cada parâmetro, usando
para isso os resultados obtidos para o corte 7, nomeadamente no alvo topográfico nº 25,
colocado na viga de coroamento do alçado IH (Figura 5.16). Optou-se por utilizar os resultados
do alvo nº 25 em vez do nº 24 porque este último sofreu uma interrupção nas leituras, o que
pode ter adulterado os deslocamentos obtidos. A retroanálise dos resultados desta secção foi

Modelação da Solução de Contenção
realizada também utilizando os valores deste alvo topográfico. Foi definido no programa um
ponto correspondente à localização do alvo topográfico (ao nível da viga de coroamento), e os
resultados fornecidos são respeitantes aos deslocamentos desse ponto. Foi feita uma
retroanálise apenas dos deslocamentos horizontais, e não dos verticais, pois constatou-se que
estes não conseguem ser adequados à realidade, sendo previstos empolamentos à superfície
do terreno, tanto no fundo da escavação como a tardoz desta, o que não se verifica no terreno.
Este comportamento deve-se provavelmente a algum problema numérico do modelo.
A retroanálise teve como objectivo aproximar os resultados previstos pela modelação dos
efectivamente verificados nos meios de instrumentação, a fim de explicar melhor o
comportamento da escavação, e cortina de contenção modelada e executada. No gráfico da
Figura 5.21 podem-se observar-se estas diferenças, em termos de deformações horizontais,
para o alvo nº 25. Os resultados da instrumentação foram ajustados aos da modelação, em
termos de tempos entre as fases, pois na realidade o faseamento construtivo não foi dividido
em intervalos temporais iguais, como os admitidos pelo programa (Anexo II).
Figura 5.21 – Deslocamentos horizontais previstos pelo Plaxis, e verificados no alvo topográfico nº
25
É possível ver no gráfico anterior que o andamento dos deslocamentos é semelhante, até ao
tensionamento do primeiro nível de ancoragens, em que os deslocamentos previstos pelo
Plaxis sofrem um decréscimo bastante acentuado (movimentos para o exterior da escavação),
que não é verificado na realidade da escavação com tanta intensidade. Nas fases seguintes os
valores absolutos nos dois casos apresentam sempre diferenças da ordem dos 4.5 mm, mas
com um andamento bastante semelhante, no sentido do aumento dos movimentos para o
interior da escavação com uma taxa de aumento reduzida. É assim bastante plausível inferir
que as diferenças entre as deformações horizontais previstas e atingidas advêm da fase de
tensionamento do primeiro nível de ancoragens. Nas fases seguintes a tendência da solução
modelada é a do aumento do movimento para o interior da escavação, cuja taxa de
crescimento vai diminuindo. Esta estabilização deve-se em parte, ao tensionamento do nível
seguinte de ancoragens, que não teve uma influência tão grande quanto o primeiro, pois esta
foi pré-esforçada com menos carga, e numa fase em que a escavação já se encontrava mais
estabilizada. Na fase final, a previsão indicava que o ponto analisado se encontraria numa
posição para o exterior da escavação, enquanto que na realidade se verificou a situação
contrária, ainda que com uma diferença de poucos milímetros, e sem atingir nenhum critério de
107

108
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
alerta neste alvo. No entanto, estas variações podem ter dado origem ao início de propagações
de movimentos no edifício adjacente a este local, onde se verificou a abertura de fendas.
5.4.1 Análise Paramétrica
5.4.1.1 Parâmetros escolhidos e sua variação
Ao realizar-se uma análise centrada nos parâmetros do solo inseridos no modelo de cálculo,
esta irá incidir sobre os parâmetros do modelo adoptado no Plaxis, o Hardening Soil, abordado
na secção 5.1.2. Também nesta fase foi necessário tomar opções para diminuir o número de
parâmetros a analisar, seguindo alguns critérios. Optou-se por fazer variar independentemente
apenas dois parâmetros do modelo para cada tipo de terreno, seguindo as correlações
admitidas pelo programa para os restantes parâmetros, que se podem considerar dependentes
dos primeiros, ou os valores admitidos pelo programa “por defeito”. Em relação aos módulos de
deformabilidade, admitiu-se como parâmetro independente o módulo de deformabilidade
secante em estado triaxial (
edométrico (
correlações descritas em 5.1.2.
), e como dependentes deste o módulo de deformabilidade
) e o módulo de deformabilidade na descarga (
), respeitando as
O critério de rotura incluído no modelo Hardening Soil é o de Mohr-Coulomb. Assim,
considerou-se também como independente um dos parâmetros principais que definem este
critério, a coesão aparente efectiva (c’). O ângulo de atrito interno efectivo (ϕ’) foi mantido
inalterado, e o ângulo de dilatância (ψ) também. O coeficiente de impulso em repouso ( ) foi
considerado dependente, aceitando a relação com o ângulo de atrito interno sugerida pelo
Plaxis, que segue a equação de Terzaghi. O coeficiente de rotura (Rf) permaneceu inalterado
durante a análise, aceitando o valor fornecido por defeito pelo programa, de 0.9. Dos
parâmetros do critério de rotura foi escolhida a coesão devido à sua maior influência neste
processo construtivo, nomeadamente na fase da abertura e betonagem de painéis dos Muros
de Munique. Também é bastante provável que esta grandeza tenha sofrido uma diminuição em
relação à inicialmente estimada, nas fases da obra em que houve precipitação mais intensa,
provocando assim maiores deformações. Considerou-se pertinente fazer variar
independentemente os parâmetros escolhidos em 50% do seu valor.
Assim, após serem escolhidos os parâmetros e a zona a analisar procedeu-se à análise
paramétrica dos mesmos. Esta análise é fundamental para que se obtenha uma boa
retroanálise pois permite apurar a influência de cada parâmetro nas grandezas que se querem
igualar, nomeadamente os deslocamentos de cada ponto em análise.
5.4.1.2 Análise dos módulos de deformabilidade e da coesão
Procedeu-se então à análise paramétrica da solução, para apurar quais dos parâmetros, e em
que zonas geotécnicas teriam mais influência nas deformações da cortina que se vieram a
verificar. Na Figura 5.22 podem observar-se os resultados obtidos para os deslocamentos

Modelação da Solução de Contenção
horizontais, segundo a modelação inicial, e os casos analisados para a variação dos
parâmetros dos módulos de deformabilidade. Considerou-se a análise apenas a partir do passo
número 6, pois as deformações verificadas nas fases iniciais são devidas às condições iniciais
no terreno, e não à execução da escavação e contenção. Os valores positivos das
deformações horizontais correspondem a movimentos para o interior da escavação, e os
negativos no sentido contrário, tal como apresentado nos resultados do programa.
Def. [mm]
5
2,5
0
-2,5
-5
-7,5
-10
-12,5
6 8 10 12 14 16 18 20
Fases da escavação
Interior da
escavação
Exterior da
escavação
Ux inicial
Ux_E_M1_+50%
Ux_E_M1_-50%
Ux_E_M1m_+50%
Ux_E_M1m_-50%
Ux_E_M2_+50%
Ux_E_M2_-50%
Figura 5.22 – Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de E50 ref
Na Figura 5.23 podem ver-se os resultados obtidos para a análise da influência da coesão em
cada zona geotécnica, nos deslocamentos horizontais no local estudado. Como se pode ver
nestes gráficos, o módulo de deformabilidade foi o parâmetro que teve mais influência no
comportamento da cortina. No gráfico da Figura 5.22 verificou-se que um aumento de 50% do
módulo de deformabilidade da camada M1 fez com que a zona da viga de coroamento se
deslocasse cerca de 2 mm para o interior da escavação, em relação à situação inicial, no final
da escavação. E a outra situação extrema ocorreu quando se diminuiu este parâmetro também
em 50% na mesma camada de terreno. Daqui se infere que a camada com mais influência será
a primeira (M1), no entanto os resultados aparentam alguma incoerência, pois um aumento das
características de rigidez do terreno resultou num aumento dos deslocamentos finais, e o
contrário também se verificou, o que parece não fazer sentido. Observando o andamento dos
deslocamentos ao longo das fases de escavação, é perceptível que para módulos de
deformabilidade inferiores ao inicial, o terreno sofre mais descompressão no início da
escavação (maiores deslocamentos), e a alteração do estado de tensão devido ao
tensionamento do primeiro nível de ancoragens provoca também um maior nível de
deslocamentos no sentido contrário (para o exterior da escavação). Nas fases seguintes de
escavação há maiores deslocamentos para o caso de módulos de deformabilidade inferiores,
mas no final da escavação, os movimentos para o interior da escavação acabam por não
compensar os do sentido contrário (na fase de tensionamento do primeiro nível de
109

110
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
ancoragens), e terminam com valor absoluto inferior ao caso inicial, e à situação de módulos de
deformabilidade superiores.
Def. [mm]
3
2
1
0
-1
-2
-3
-4
-5
-6
-7
Exterior da
escavação
6 8 10 12 14 16 18 20
Figura 5.23 – Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de c ref
No gráfico da Figura 5.23 observa-se que todas as alterações feitas, tanto na diminuição como
no incremento da coesão de todas as camadas, provocaram um movimento da cortina para o
interior da escavação, em relação à situação inicial, no entanto as variações de deslocamentos
foram muito reduzidas. A situação extrema foi obtida para o incremento de 50% da coesão na
camada M1, onde se obteve o movimento final máximo para o interior da escavação, sendo
coerente com a análise do módulo de deformabilidade. Para a coesão ocorreu o fenómeno
descrito anteriormente quando se procedeu à alteração dos módulos de deformabilidade, ainda
que com menos intensidade.
Fases da escavação
5.4.1.3 Análise dos módulos de deformabilidade, em simultâneo com a coesão e
o ângulo de atrito interno
Como a alteração dos parâmetros inicialmente escolhidos não conduziu a uma boa
aproximação do comportamento real da cortina, na zona da viga de coroamento, optou-se por
fazer variar também o ângulo de atrito interno da camada M1, admitindo que será esta zona
geotécnica a mais influente no comportamento da contenção, em termos de deformações
horizontais. Com o objectivo de obter resultados mais realistas e coerentes, procedeu-se
também a alterações dos parâmetros do solo em simultâneo, e segundo várias combinações,
pois nas relações constitutivas inerentes ao modelo Hardening Soil os parâmetros encontram-
se todos correlacionados, e consequentemente os efeitos das alterações de cada um estão
longe de ser lineares, o que torna difícil uma análise da influência de um parâmetro
isoladamente. Procedeu-se então à análise dos parâmetros referidos, combinando os módulos
de deformabilidade com a coesão, os módulos de deformabilidade com o ângulo de atrito, e os
três em simultâneo, a fim de poder observar a influência destas combinações de parâmetros no
comportamento do terreno durante a escavação.
Interior da
escavação
Ux inicial
Ux_c_M1_+50%
Ux_c_M1_-50%
Ux_c_M1m_+50%
Ux_c_M1m_-50%
Ux_c_M2_+50%
Ux_c_M2_-50%

Modelação da Solução de Contenção
Começou por fazer-se uma análise inicial da influência do ângulo de atrito interno nas
deformações horizontais, na camada M1. Os resultados encontram-se no gráfico da Figura
5.24.
Def. [mm]
2,5
0
-2,5
-5
-7,5
-10
-12,5
-15
-17,5
-20
6 8 10 12 14 16 18 20 22
Fases da escavação
Figura 5.24 - Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de ϕ’ no estrato M1
No gráfico da Figura 5.24 pode observar-se a influência da variação do ângulo de atrito interno
inicial da camada M1, nas deformações horizontais do ponto analisado. Para uma diminuição
deste parâmetro de resistência de 50% (17.5º), apesar da descompressão inicial ser
semelhante à existente na situação inicial, a cortina tem um deslocamento para o exterior da
escavação inferior aquando do tensionamento do primeiro nível de ancoragens, sendo as
deformações iniciais menos recuperáveis. Consequentemente, no final da escavação os
deslocamentos obtidos do ponto em análise foram mais para o sentido do interior da
escavação, em relação à situação inicial. Para a situação de aumento de 50% do ângulo de
atrito (52.5º), a contenção teve o comportamento contrário ao descrito anteriormente, ainda que
com uma intensidade superior. Este comportamento pode ser explicado pelo facto de, para um
ângulo de atrito superior, o impulso passivo será também superior, e será assim mais “fácil”
empurrar a parede no sentido da massa de solo suportada, no sentido do tensionamento das
ancoragens. A diferença de intensidades com que este fenómeno se verifica deve-se ao
significado dos valores de ângulo de atrito assumidos, em termos de tipo de solo: um terreno
com um ângulo de atrito de 17.5º tem provavelmente um comportamento mais aproximado a
um terreno de 35º, do que um de 50º (mais próximo duma rocha) a um de 35º (solo). Assim,
confirma-se que a alteração deste parâmetro isoladamente não permite uma boa aproximação
às deformações reais verificadas na cortina.
Procedeu-se então à variação das várias combinações dos parâmetros geotécnicos escolhidos:
os módulos de deformabilidade, a coesão e o ângulo de atrito, em 50%. Obtiveram-se os
resultados apresentados nos gráficos da Figura 5.25 e da Figura 5.26.
Modelação
inicial
φ-50%
φ+50%
111

112
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Def. [mm]
8
6
4
2
0
-2
-4
-6
-8
-10
-12
-14
-16
-18
6 11 16
Fases da Escavação
21
Figura 5.25 - Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de E50 ref , ϕ’ e c ref no
estrato M1, em combinações de dois
Def. [mm]
8
6
4
2
0
-2
-4
-6
-8
-10
-12
6 11 16
Fases da escavação
21
Figura 5.26 - Deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de E50 ref , ϕ’ e c ref no
estrato M1, em combinações de três
Os resultados obtidos permitiram tirar algumas conclusões acerca da influência dos parâmetros
geotécnicos analisados.
� A alteração do módulo de deformabilidade controla mais o modo como o terreno reage ao
tensionamento das ancoragens: para módulos maiores, verifica-se que as deformações
devidas à aplicação do pré-esforço são consideravelmente inferiores à situação em que se
diminui este parâmetro. Este fenómeno já tinha se tinha verificado anteriormente, na
análise da influência do módulo de deformabilidade, isoladamente.
� Uma diminuição do módulo de deformabilidade, juntamente com a coesão, provoca as
maiores descompressões do terreno na fase inicial. Esta descompressão é agravada
quando se diminui simultaneamente o ângulo de atrito. No entanto, em ambas as situações
existem deformações elevadas no sentido contrário, na fase de tensionamento do 1º nível
de ancoragens (que não têm tanta intensidade quando também se diminui o ângulo de
atrito), como mencionado anteriormente.
Modelação
inicial
E+50, c+50
E-50, c-50
E+50, φ+50
E-50, φ-50
c+50, φ+50
c-50, φ-50
Modelação
inicial
E+50, c+50,
φ+50
E-50, c-50, φ-50

Modelação da Solução de Contenção
� O aumento do ângulo de atrito interno traduz-se num aumento das deformações da cortina
para o exterior da escavação na fase de tensionamento das ancoragens. Este
comportamento opõe-se assim ao comportamento provocado pela variação do módulo de
deformabilidade.
� A situação extrema de deslocamentos máximos no sentido do interior da escavação
obteve-se para a combinação do aumento de 50% do ângulo de atrito, e da coesão, em
simultâneo. E os deslocamentos máximos no sentido contrário foram obtidos para a
combinação contrária, ou seja, com a diminuição em 50% dos mesmos parâmetros.
Conclui-se assim, que para esta gama de valores, os parâmetros com mais influência nas
deformações finais da cortina são o ângulo de atrito e a coesão, em simultâneo, que
definem o critério de rotura de Mohr-Coulomb.
5.4.2 Retroanálise
Com base nos resultados obtidos na análise paramétrica foi possível fazer uma estimativa das
alterações a efectuar ao modelo inicial, para que as deformações fornecidas pelo programa
fossem semelhantes às verificadas na realidade. Tendo em conta que maiores módulos de
deformabilidade maiores dão origem a menores deformações no sentido do exterior da
escavação na fase de tensionamento das ancoragens, optou-se por incrementar o valor deste
parâmetro. A diminuição do ângulo de atrito interno também provoca a mesma reacção, assim
como um aumento das deformações horizontais para o interior da escavação nas fases de
descompressão do terreno, que se verificaram ser superiores na realidade, em relação à
previsão do modelo. Assim, outra das alterações consistiu em diminuir o valor do ângulo de
atrito. Em relação à coesão, optou-se também por diminuir o seu valor em relação ao inicial,
pois essa alteração juntamente com a diminuição do ângulo de atrito induziu deformações
horizontais superiores às do modelo inicial, e mais aproximadas da realidade.
Foram então realizadas várias iterações no sentido de aproximar os resultados, encontrando-
se os resultados mais relevantes no gráfico da Figura 5.27.
Def.
[mm]
6
4
2
0
-2
-4
-6
1 º
painel
2 º
painel Re-Aterro 3 º
painel
Re-Aterro parcial e
superstrutura
-8
16-Mar 26-Mar 5-Abr 15-Abr 25-Abr 5-Mai 15-Mai 25-Mai 4-Jun
Alvo nº 25
(experimental)
Modelação
inicial
E+50, c-50, φ-50
E+40, c-40, φ-40
E+35, c-35, φ-35
E+25, c-25, φ-25
Figura 5.27 – Comparação de deformações horizontais obtidas na modelação por alteração de
E50 ref , ϕ’ e c ref no estrato M1, e resultados da instrumentação
113

114
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Observando o gráfico pode verificar-se a relativamente boa aproximação que foi conseguida
em termos de deslocamentos horizontais, nomeadamente nas primeiras fases de escavação. A
partir deste ponto o andamento das deformações ao longo do faseamento construtivo é
altamente controlado pela influência do tensionamento do primeiro nível de ancoragens no
terreno, e não foi atingida uma situação ideal em termos de previsões deste andamento. Para a
situação de aumento de 25% no módulo de deformabilidade, e diminuição de 25% no ângulo
de atrito e coesão, os valores finais atingidos foram bastante semelhantes, mas o mesmo não
se verificou no andamento da curva. Nas situações em que se alterou os parâmetros em 40% e
35%, a fase de tensionamento das ancoragens foi melhor aproximada, mas os deslocamentos
finais sobrestimados. Ainda assim, esta tendência não se manteve na situação em que se
alteraram os parâmetros em 50%. Isto mostra mais uma vez a não linearidade da presente
análise, consequente da interdependência dos parâmetros geotécnicos no modelo constitutivo
adoptado. No sentido de tentar aproximar mais os resultados da modelação aos da
instrumentação foi feita uma nova tentativa de retroanálise, que consistiu no incremento dos
módulos de deformabilidade novamente em 50%, e na manutenção do decremento do ângulo
de atrito e coesão em 25%, com o objectivo de diminuir as deformações horizontais devido ao
tensionamento das ancoragens, mantendo a deformação horizontal consequente da
descompressão do terreno. No entanto, os resultados obtidos foram marcadamente
semelhantes à iteração anterior (25%), pelo que se concluiu que através da alteração destes
parâmetros não iria ser conseguida uma aproximação melhor dos deslocamentos.
Assim, tendo em conta os resultados obtidos, e admitindo que os restantes parâmetros
escolhidos para o modelo são semelhantes aos reais, concluiu-se que os módulos de
deformabilidade são na realidade superiores aos admitidos no modelo, e o ângulo de atrito
interno e a coesão, são inferiores. A configuração da cortina deformada na fase final, para a
variação dos parâmetros em 25% encontra-se esquematizada na Figura 5.28, e a distribuição
de deformações horizontais e verticais, na Figura 5.29 e Figura 5.30, respectivamente.
Figura 5.28 – Configuração deformada da cortina no final da escavação, após retroanálise

Modelação da Solução de Contenção
Figura 5.29 – Deformações horizontais da cortina no final da escavação, após retroanálise
Figura 5.30 - Deformações verticais da cortina no final da escavação, após retroanálise
Como se pode observar na Figura 5.29 a deformação máxima horizontal ocorre abaixo do 2º
nível de ancoragens, e toma o valor aproximado de 5.5 mm, ainda que não seja possível aferir
estes deslocamentos com resultados de instrumentação. Como estes valores encontram-se
ainda bastante distantes dos critérios de alerta e alarme, e sabendo que o edifício adjacente
sofreu alguns danos durante a escavação, pode admitir-se que estes deveram-se
principalmente aos assentamentos medidos nos alvos topográficos (incluindo os colocados no
edifício), que foram incorrectamente previstos pelo programa, ou ainda que o edifício era mais
sensível do que o inicialmente admitido, sendo afectado por deformações horizontais do
terreno consideradas reduzidas, e abaixo dos critérios de alerta e alarme considerados.
Antes de se ter acesso aos relatórios de instrumentação das células de carga [58], tentou-se
outra via na retroanálise, que consistiu em introduzir alguma perda de pré-esforço nas
ancoragens, da qual resultaram boas aproximações em termos de deformações horizontais. No
entanto, após consulta dos mesmos relatórios [58] verificou-se que a célula de carga da zona
em análise além de ter perdas de carga bastante reduzidas, até teve algum ganho de pré-
esforço na fase final da escavação. Este aspecto demonstra mais uma vez a importância que a
115

116
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
instrumentação e monitorização ganham na correcta interpretação e compreensão do
comportamento das obras geotécnicas, e da mais-valia desse conhecimento adquirido em
situações futuras.
Além do elevado grau de incerteza e aleatoriedade associado aos parâmetros admitidos no
modelo de cálculo, e estimados com base nos intervalos fornecidos pelo Relatório Geológico
Geotécnico [49], existem várias possibilidades para explicar as discrepâncias entre a realidade
e os resultados obtidos:
� A modelação é feita em estado plano, a duas dimensões, não sendo possível recriar o
comportamento do solo durante a execução dos muros de Munique. Neste processo tira-se
partido precisamente do efeito de arco criado pelas banquetas, que é um fenómeno
tridimensional;
� O próprio faseamento construtivo deste método não é perfeitamente simulado pelo
programa, que é mais indicado para estruturas de contenção realizadas em profundidade e
antes da fase de escavação, como as cortinas de estacas ou paredes moldadas;
� Na modelação realizada também não se tiveram em conta vários aspectos relativos ao
tempo, ao longo do faseamento construtivo que se verificaram no terreno, como os tempos
de espera que se verificavam antes do tensionamento das ancoragens, e o período em que
a escavação esteve suspensa no alçado IH, devido aos movimentos registados no edifício
adjacente;
� A modelação da solução não teve em conta o facto de ter havido precipitação intensa, sem
possibilidade de bombagem de toda a água acumulada, o que pode ter contribuído para a
diminuição da resistência do solo, dada a natureza argilosa do estrato M1 e dos depósitos
de aterro;
� Outra hipótese para a ocorrência de assentamentos superiores aos previstos é a de
insuficiência de equilíbrio vertical, resultante de um deficiente funcionamento dos perfis
metálicos de suporte à contenção. Foi observada uma situação padrão, em que nos
alçados com os perfis metálicos colocados no exterior da parede de contenção,
verificaram-se assentamentos superiores aos esperados, ao contrário do que aconteceu
nos restantes alçados;
� A sobrecarga utilizada para simular o peso dos edifícios também pode ter contribuído para
as imprecisões na modelação, pois é praticamente impossível apurar as sobrecargas reais
provocadas, por desconhecimento da constituição dos edifícios vizinhos, e das suas
fundações. Nalgumas zonas (por exemplo, secção 4) deveria ter-se considerado uma
sobrecarga superior para ter em conta a carga adicional exercida pelos dois edifícios
vizinhos a tardoz da contenção;
� Os parâmetros do comportamento mecânico do solo admitidos no modelo não foram
exactamente os mesmos dos admitidos no dimensionamento da estrutura de contenção;

Modelação da Solução de Contenção
� As deformações do modelo poderiam ter sido melhor aproximadas caso se tivesse
adoptado uma relação de interdependência entre a coesão aparente, e o ângulo de
dilatância, que foi sempre mantido nulo;
� Também poderia ter contribuído para a melhor aproximação dos deslocamentos verticais a
variação do módulo de deformabilidade edométrico, independentemente do secante, no
sentido de o aumentar – diminuindo assim expectavelmente os empolamentos previstos; e
também aumentar mais o módulo de deformabilidade da descarga, também
independentemente do secante, com o mesmo objectivo de aproximar os deslocamentos
verticais.
� Na fase de análise paramétrica os resultados podem ter pecado por perda de significado
físico nas variações, nomeadamente de 50% para o ângulo de atrito interno, e coesão
aparente.
117

118
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
5.5 Estimativa de danos
Foi feita uma breve análise de risco da escavação em termos de danos, com base nos critérios
apresentados no capítulo 2, para o caso de estudo. Optou-se por analisar apenas uma das
secções modeladas com um edifício adjacente, a título de exemplo – secção nº 7, junto ao
edifício do Infantário. Com base nas plantas presentes no projecto de execução, admitiu-se que
o edifício analisado tem 12.5 metros de largura, para o exterior da escavação.
Esta estimativa foi feita tendo como referência o método sugerido em [31], representado pelo
ábaco da Figura 2.12, e também o método indicado em [33], sugerido por Rankin [38], que
utiliza o Quadro 2.7. Considerou-se que é razoável admitir um nível de danos correspondente a
danos ligeiros (fissuras inferiores a 5 mm). E tendo em conta o objectivo do estudo, considerou-
se aceitável considerar que a fase final da escavação foi a mais desfavorável.
Método 1
De acordo com o gráfico da Figura 5.31, se o deslocamento horizontal for de 4.6 mm e a
vertical 2 mm (Figura 5.32 e Figura 5.33), o que corresponde a uma extensão de 0.37x10 -3 e a
uma distorção angular de 0.16x10 -3 (para um comprimento de referência de 12.5 m), os danos
causados seriam “desprezáveis”. Sabendo que a abertura de fendas máxima no edifício em
questão foi de 0.75 mm, o que segundo o Quadro 5.6 corresponde a um nível de danos “muito
ligeiro”, a estimativa segundo este método não se revela exacta, e não seria necessária uma
análise de risco mais elaborada com recurso a reforço de fundações do edifício vizinho ou
alteração do processo construtivo.
Figura 5.31 – Relação entre o nível de danos com a distorção angular e a extensão horizontal
(adaptado de [31])
No entanto, verificou-se que a modelação subestimou estas deformações, tendo sido registado
um deslocamento horizontal máximo de 14 mm para o interior da escavação e um
assentamento máximo de 10 mm, em alvos topográficos instalados na fachada do edifício.
Utilizando estes valores, a extensão horizontal seria de 1.15x10 -3 e a distorção angular de
0.8x10 -3 , e os danos esperados passariam a ser “ligeiros”, o que continua a não corresponder

Modelação da Solução de Contenção
aos danos registados. De notar que o procedimento correcto seria utilizar as deformações
registadas no solo (recorrendo por exemplo a medições feitas por inclinómetros), e não a
deslocamentos medidos ao longo da fachada do edifício (alvos nº 14 e 26), o que pode ter
adulterado a previsão dos danos; ainda assim, com base nestes resultados conclui-se que o
critério de estimativa de danos revelou-se adequado, mas a estimativa foi adulterada pelas
discrepâncias da modelação numérica.
Figura 5.32 – Deformações horizontais da
escavação para o corte 7
Figura 5.33 – Deformações verticais da escavação
para o corte 7
Quadro 5.6 – Classificação de danos visíveis (adaptado de [31])
Classe de
danos
Descrição dos danos 1
Abertura 2 aproximada
de fendas (mm)
Desprezáveis Fissuras
Fendas finas facilmente reparáveis. Possíveis fracturas

Método 2
120
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
Na Figura 5.33 pode observar-se que a zona da base do edifício teria um assentamento
máximo de cerca de 2 mm, que se extenderia até aproximadamente 5 m abaixo da superfície
do terreno, o que abrangia sem dúvida as fundações superficiais do edifício adjacente de
alvenaria. Assumindo os mesmos 12.5 m na direcção perpendicular à secção analisada e o
assentamento máximo de 2 mm, o edifício teria um declive previsto de 1/6250, o que segundo
o Quadro 5.7, indicaria um nível de danos superficiais improváveis, com um risco desprezável.
Esta previsão subestima os danos que ocorreram na realidade, apesar destes terem sido
ligeiros.
Quadro 5.7 – Valores típicos de declives máximos em edifícios e assentamentos, para análise do
risco de danos (adaptado de [38])
Categoria
de risco
Declive
máximo do
edifício
Assentamento
máximo do
edifício (mm)
Descrição do risco
1 75
expectáveis. Danos em tubagens rígidas
expectáveis e possíveis danos noutros tipos
de tubagens
Apesar dos alvos topográficos na fachada deste edifício terem registado assentamentos
superiores, com um máximo de 10 mm, o declive atingido é de 1/1250, o que ainda se encontra
na categoria de risco desprezável. Estas discrepâncias podem ser explicadas pelo facto do
critério utilizado ser aplicado a estruturas menos sensíveis, tendo em conta que neste edifício
em particular já existiam fendas. Observando agora o Quadro 5.8, é possível ver que para
estruturas não reforçadas (de alvenaria, como no presente caso), os valores limite de
assentamentos diferenciais para a ocorrência de fendilhação, são mais reduzidos. Admitindo
uma flecha mais próxima de L/H=1 (sabendo que o edifício tem aproximadamente 12 metros de
largura e uma altura semelhante) os valores limite são de 1/2500 para a zona de “sagging” e de
1/5000 para a zona de “hogging”. Mesmo não dispondo de dados para proceder à análise
pormenorizada do perfil de assentamentos, verifica-se que o declive real ultrapassou este
limite, dando origem a fendilhação, como de facto se registou.

Modelação da Solução de Contenção
Quadro 5.8 – Valores limite de assentamentos, e assentamentos diferenciais em estruturas
(adaptado de [32])
Tipo de
estrutura
Estruturas tipo
pórtico e parede
Edifícios altos
Estruturas com
paredes
estruturais não
armadas
Pontes (geral)
Pontes (múltiplos
tramos)
Tipo de
dano/problema
Critério Valor limite
Danos estruturais Distorção angular 1/150 – 1/250
Fendilhação em
paredes estruturais e
não estruturais
Distorção angular
1/500
(1/1000 – 1/1400) para
varandas
Aparência visual Inclinação 1/300
Ligações a serviços Assentamento total
Operação de
ascensores
Fendilhação devido a
deformação por flexão:
“Sagging” // “Hogging”
Inclinação após
instalação dos
ascensores
Flecha L/H
50 – 75 mm (areias)
75 – 135 mm (argilas)
1/1200 – 1/2000
L/H=1: 1/2500 // 1/5000
L/H=5: 1/1250 // 1/2500
Funcionamento Assentamento total 100 mm
Danos estruturais Assentamento total 63 mm
Funcionamento Movimento horizontal 38 mm
Danos estruturais Distorção angular 1/250
Pontes (1 tramo) Danos estruturais Distorção angular 1/200
Esta breve estimativa reforça a importância da boa adequação do modelo em elementos finitos
à realidade, assim como o critério de danos adoptado para a realização da análise.
121

122
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça

6. CONSIDERAÇÕES FINAIS
6.1 Conclusões
Considerações Finais
Finalizado o presente estudo, é possível afirmar que os principais objectivos traçados foram
atingidos de forma satisfatória. O tema desenvolvido e a análise realizada pretendiam ser um
contributo para uma melhor descrição do comportamento de contenções periféricas em meio
urbano, e sua influência nas construções vizinhas. Face a esse objectivo, o seguimento feito
dos trabalhos no terreno, a análise comparativa dos resultados da instrumentação, a
componente de modelação realizada, e os resultados obtidos, incidindo em aspectos sobre os
quais o conhecimento científico é ainda insuficiente, consideram-se relevantes para o estado
actual do mesmo, nomeadamente no que respeita a análises das deformações, em que a
técnica de contenção utilizada é a de Muros de Munique, ou Muros de Berlim definitivos.
A concretização dos objectivos propostos passou pela realização de uma revisão bibliográfica e
pela caracterização do caso de estudo, e análise da instrumentação da obra seguida. Para
uma abordagem mais aprofundada e de forma a complementar o estudo efectuado foi ainda
realizada uma modelação numérica de uma parte da solução de contenção adoptada em
projecto, e uma retroanálise da mesma.
A pesquisa bibliográfica efectuada permitiu compilar o conhecimento acerca do comportamento
de cortinas flexíveis multi-ancoradas e aspectos relacionados com os deslocamentos da
cortina, e no terreno envolvente, assim como dos mecanismos de transmissão destes
movimentos aos edifícios próximos, e previsão dos respectivos danos. Por outro lado, incluiu
uma abordagem aos tipos de suporte de contenções periférica, e uma descrição do processo
construtivo de Muros de Munique, e aspectos relevantes, visto ter sido esta a técnica utilizada
no caso de estudo.
As visitas realizadas à obra demonstraram a importância das condicionantes no local,
nomeadamente no que respeita às condições de vizinhança, envolvendo construções
particularmente sensíveis, assim como a heterogeneidade e variabilidade da geologia do
terreno, que torna compreensível o grau de incerteza associado à adopção de parâmetros
geotécnicos exactos para execução do projecto. Foi notável também a dificuldade associada
ao cumprimento exacto da sequência construtiva indicada em projecto, pois num
empreendimento desta dimensão estes aspectos foram condicionados por questões de
logística, inerentes aos trabalhos de escavação e contenção. Consequentemente, destaca-se
mais uma vez a importância da instrumentação e respectiva interpretação, que neste caso de
estudo teve consequências positivas no desenvolvimento dos trabalhos, tendo resultado na
aplicação de medidas de reforço que melhoraram o comportamento da contenção, impedindo
danos mais graves nos edifícios vizinhos. Ainda assim, teria sido feita uma avaliação melhor se
o Plano de Instrumentação e Observação tivesse sido implementado com mais rigor,
123

124
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
particularmente no que diz respeito à instalação de alvos topográficos em profundidade em
número superior aos instalados, as marcas topográficas, e também inclinómetros, que apesar
de não estarem incluídos no P.I.O. permitiriam analisar mais correctamente o andamento de
deslocamentos horizontais da cortina executada, e garantindo alguma redundância na
instrumentação da obra.
A análise dos resultados da instrumentação mostrou que os deslocamentos excessivos que se
verificaram nalguns alvos topográficos colocados nas estruturas adjacentes deveram-se a
vários factores. Entre eles, destacaram-se as alterações ao processo construtivo, com tempos
de espera superiores ao recomendado na fase entre a betonagem dos painéis e o
tensionamento das ancoragens, e a colocação dos perfis metálicos no exterior da parede de
contenção, e consequente deficiente funcionamento na transmissão das cargas verticais. Com
base nos elementos recolhidos aquando da realização dos trabalhos, concluiu-se que poderá
ter contribuído negativamente a não consideração em projecto da precipitação intensa que se
fez sentir no início da escavação, e que fez com que o terreno se apresentasse com
características de resistência e rigidez mais fracas em relação ao inicialmente admitido.
Também a não modelação dos edifícios adjacentes por desconhecimento do seu sistema
estrutural, teria permitido analisar o tipo de resposta em relação às deformações impostas pelo
terreno na fundação. E por fim, um problema geralmente encontrado nas obras geotécnicas: a
assumpção de parâmetros geotécnicos diferentes dos reais, devido à incerteza associada à
determinação destes, ainda que por meio dos ensaios realizados. Contudo, apesar dos
deslocamentos excessivos verificados em alguns alvos topográficos, e dos valores registados
nos fissurómetros instalados na Embaixada da Bélgica e no Infantário, verificou-se que ao
longo do tempo e à medida que foram sendo aplicadas as medidas preventivas e de reforço, o
comportamento das deformações evoluiu para uma tendência de estabilização, que se
manteve até à conclusão dos trabalhos.
Em relação à modelação numérica da solução, a análise efectuada permitiu concluir que
existem algumas limitações na utilização do Plaxis a duas dimensões, no que diz respeito à
simulação da técnica de Muros de Munique, pois este não consegue recriar o efeito de arco
criado pelas banquetas de solo, aquando da abertura dos painéis primários, e respectivos
efeitos em termos de deslocamentos. Através da retroanálise de uma das zonas analisadas, foi
possível constatar que as diferenças entre as deformações previstas em projecto e as
verificadas na realidade deveram-se provavelmente ao facto dos módulos de deformabilidade
do estrato M1 terem valores superiores aos inicialmente admitidos, e o ângulo de atrito interno
e a coesão, valores inferiores. Concluiu-se também que nesta zona, o estrato com mais
influência nas deformações horizontais da cortina e do próprio terreno foi o M1, o que fez
sentido, visto que na secção analisada a escavação foi realizada praticamente toda
atravessando esta zona geotécnica. A breve análise de risco realizada, permitiu concluir que os
métodos utilizados forneceram previsões razoáveis, e cuja falta de precisão foi afectada pelas

Considerações Finais
discrepâncias entre o comportamento da escavação e a modelação, e pela adequação da
classificação de danos ao tipo de sistema estrutural do edifício.
Em suma, destaca-se mais uma vez o papel crucial do Plano de Instrumentação e Observação
neste tipo de obras, e nesta em particular, como ferramenta que se revelou fundamental na
implementação atempada de medidas que permitiram assegurar a execução e manutenção da
obra, assim como a preservação das estruturas e infra-estruturas vizinhas, em condições de
segurança e de economia.
6.2 Desenvolvimentos futuros
O tema abordado nesta dissertação caracteriza-se por ser bastante vasto, havendo assim lugar
para desenvolvimentos em trabalhos futuros, aprofundando múltiplos aspectos referidos. Nesse
sentido, indicam-se de seguida alguns desses aspectos e vias de estudo, passíveis de serem
desenvolvidos futuramente, visando complementar a presente dissertação sobre escavações e
contenções periféricas em meio urbano.
� Análise de obras semelhantes com um plano de instrumentação mais elaborado e com
leituras de maior frequência, incluindo inclinómetros, marcas topográficas, alvos dispostos
a vários níveis da cortina, de forma a poder realizar análises mais directas envolvendo
resultados de modelação e de campo.
� Aferição do sistema estrutural das construções vizinhas para, se necessário, fazer uma
análise de risco mais detalhada e objectiva, em que o factor incerteza será menor, e as
medidas preventivas aplicadas com maior antecipação. Fazer a modelação dos edifícios
adjacentes com programas adequados, que permitam prever os danos que possam ser
provocados pelos movimentos do terreno devido a escavações, com base num
levantamento dos sistemas estruturais dos mesmos.
� Modelação deste tipo de solução em programas 3D, que conseguem simular melhor o
efeito de arco, e consequentemente o comportamento da cortina segundo este método
construtivo. Avaliar o efeito do volume das banquetas durante o faseamento construtivo,
nas deformações da cortina, e envolvente.
� Realização de uma retroanálise mais exaustiva em que se variassem mais parâmetros
geotécnicos e mesmo dos elementos estruturais, e também utilizando outros modelos
constitutivos, a fim de poder com mais certeza testar as várias hipóteses para explicar o
comportamento real da contenção, de forma a obter melhores resultados nas obras
seguintes com a mesma técnica, e em cenários geológico-geotécnicos semelhantes.
� Materialização na modelação das soluções da interface entre a parede de contenção e o
solo, com o objectivo de se poder aferir a a transmissão de tensão vertical por atrito lateral,
do muro para o terreno, e o efeito deste fenómeno nos deslocamentos previstos, e
verificados.
125

126
Soluções de Escavação e Contenção Periférica em Meio Urbano – Palácio dos Condes de Murça
� Em análises futuras analisar com mais detalhe as zonas de plastificação da escavação e
em redor desta, no sentido de compreender melhor o seu comportamento em termos de
deformações.
� Em relação à influência das vibrações provocadas pela utilização de meios pesados na
escavação, nos edifícios vizinhos, sugere-se a realização de análises futuras que avaliem
os seus efeitos em termos de espectro de velocidades de vibração: devem ser assim
analisados alguns dos parâmetros do espectro, tais como o valor de pico da velocidade de
vibração, a duração da acção, a frequência dominante (do espectro de Fourrier),
comparando este último com a frequência própria das estruturas adjacentes.
� Realização ao longo do tempo, de um trabalho completo de retroanálise para todos os
métodos construtivos, incluindo as tecnologias utilizadas mais recentemente, e para o
máximo de tipo de terrenos possível, já que esta prática não é muito comum fora do meio
académico, para escavações e contenções periféricas, sendo mais utilizada em projectos
de túneis e de estabilidade de taludes. Deveria então ser formada uma base de dados com
partilha a nível mundial, que fosse reunindo os resultados destes trabalhos, a fim de estes
poderem ser generalizados mais correctamente, e utilizados na prática da Engenharia Civil,
com a vantagem de haver simultaneamente ganhos de economia e segurança, passando a
haver um grau de incerteza inferior ao geralmente associado a este tipo de intervenções.
� Neste estudo não foi abordada a análise sísmica das estruturas envolvidas por se
considerar que estas eram provisórias; no entanto, o muro de contenção foi dimensionado
como estrutura definitva tendo em conta o sismo de dimensionamento para a zona de
Lisboa definido no EC8. Ainda assim, para a situação em que a estrutura se encontra a
suportar a escavação (fase provisória), reconhece-se que o sismo de dimensionamento
para estruturas provisórias deverá ser uma abordagem pertinente em estudos futuros.

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Sta. Maria da Feira, Abril de 2010.
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topográfica, Geofix – fundações e geotecnia, Lda, Lisboa, 2010-2011.

[51] Palácio dos Condes de Murça, Santos, Lisboa, Relatórios de controlo de vibrações,
Geofix – fundações e geotecnia, Lda, Lisboa, 2011.
[52] Relatórios de leituras dos fissurómetros, Monitorização, Spybuilding – Inspecção de
Edifícios Lda, 2011.
[53] Catálogo de fissurómetro - G1 Gauge, Saugnac Gauges®, obtido em www.saugnac-
gauges.com, a 8 de Agosto de 2011.
[54] Pita, X., Pinto, A., Relatórios de Análise aos Resultados da Instrumentação, JetSJ
Geotecnia, 2011.
[55] Palácio dos Condes de Murça, Santos, Lisboa, Fichas individuais de ensaios das
ancoragens, Programa de ensaios de acordo com norma EN 1537 – Exécution des
travaux géotechniques spéciaux – Tirants d’ancrage, Geofix – fundações e geotecnia,
Lda, Lisboa, 2011.
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[59] Palácio dos Condes de Murça, Santos, Lisboa, Relatórios de instrumentação da
células de carga das ancoragens, Geofix – fundações e geotecnia, Lda, Lisboa, 2011.
131

132

ANEXOS
133

134

Anexo I - Controlo de qualidade: ensaios de carga nas ancoragens
A norma europeia que fornece as indicações para o controlo de qualidade da execução das
ancoragens é a EN 1537 [24]. O conjunto de regras inclui a especificação dos ensaios de
cargas que se devem realizar nas ancoragens. Existem duas classes de ensaios: os de
conformidade (EP e EA), e os de aceitação (ERS). Os ensaios de conformidade englobam os
Ensaios prévios (EP) e os Ensaios de adequabilidade (EA). Os ensaios de aceitação podem
também chamar-se ensaios de recepção simplificados (ERS).
Cargas a aplicar nos ensaios
As cargas a aplicar nos ensaios encontram-se descritas na norma da seguinte forma:
� Carga inicial ou de referência, Pa: corresponde à carga de alinhamento do sistema de
pré-esforço;
� Carga limite do ensaio, ou carga máxima de ensaio, Pp: corresponde à carga máxima a
aplicar à ancoragem para a qual ainda se verifica a estabilização dos deslocamentos;
� Carga de blocagem, P0: pré-esforço a aplicar para incorporar a ancoragem na
estrutura;
� Carga de serviço, P: representa o valor da carga de pré-esforço que assegura o nível
de segurança necessário para que não ocorra o deslizamento da armadura, o
arrancamento do bolbo de selagem e as deformações por fluência.
São ainda apresentadas as seguintes variáveis, relevantes para os ensaios de carga das
ancoragens:
� Rd – capacidade de carga de dimensionamento;
� Ra – capacidade de carga ao arrancamento;
� Ptk – carga característica da armadura;
� Pt0,1k – carga característica com deformação permanente de 0,1%.
Métodos de ensaios de carga preconizados pela EN1537
A EN 1537 indica 3 métodos de ensaios de carga para avaliar as características de resistência
e de deformação das ancoragens. A carga deve ser aplicada e aliviada de forma gradual em
todos os métodos de ensaio. O objectivo é não sujeitar a ancoragem a choques ou a cargas
dinâmicas que possam interferir nos resultados. Durante os ensaios a ancoragem deve ser
solicitada por incrementos faseados de carga até atingir a carga máxima de ensaio, Pp de
acordo com os procedimentos de ensaio requeridos. O valor de pressão inicialmente exercido
pelo macaco antes de se iniciar a sequência de aplicação de cargas, correspondente à carga
inicial (Pa), assume grande relevância. Tem o objectivo de equilibrar o sistema, absorver as
folgas iniciais e verificar a posição geométrica e o estado de cada componente [24].
135

Os ensaios prévios são ensaios que levam a ancoragem até à rotura, e permitem avaliar, antes
da construção das ancoragens em obra, a capacidade resistente ao arrancamento (Ra), da
ancoragem na interface calda-terreno, as características de fluência da ancoragem e o
comprimento livre aparente da ancoragem (Lapp).
Segundo a EN1537 [24], antes de realizarem os ensaios de adequabilidade, devem analisar-se
os resultados dos ensaios prévios disponíveis. Caso não se tenham realizado EP, as
ancoragens a ensaiar na fase inicial com EA devem ter armaduras com resistência superior à
prevista para as ancoragens da obra. Se se dispuser dos resultados de ensaios prévios, os
ensaios de adequabilidade destinam-se a avaliar se o valor da fluência é aceitável, ou verificar
as características de perda de carga durante o ensaio, fornecer elementos para análise dos
resultados dos ensaios futuros, e avaliar a carga crítica de fluência. Se não tiverem havido
ensaios prévios iniciais, e se não se dispuser de outros resultados de EP obtidos em
ancoragens semelhantes construídas em terrenos com características equivalentes, os ensaios
de adequabilidade têm como objectivo avaliar as características acima referidas, e também
definir os critérios de aceitação da fluência e da perda de carga a considerar para os ensaios
de recepção simplificados.
De acordo com a EN 1537 [24] todas as ancoragens devem ser sujeitas a ERS com excepção
das que já tenham sido sujeitas a outro ensaio de carga. Estes têm como objectivo demonstrar
que a carga de ensaio pode ser suportada pela ancoragem, e assegurar que a carga de
blocagem aplicada é adequada para garantir a carga de projecto, excluído o atrito.
No Quadro A I. 1 podem observar-se os valores indicados na EN 1537 relativamente às cargas
a aplicar nas ancoragens, conforme o método e o tipo de ensaio.
Quadro A I. 1– Carga a aplicar nos ensaios de ancoragens e carga de blocagem (adaptado de [24])
136
Tipo de ensaio e
método
Métodos 1 e 2
Método 3
Ensaios prévios (EP) – Método 1
Carga máxima de ensaio (Pp)
EP Ra ou ≤ 0.80 Ptk ou ≤ 0.95 Pt0,1k
EA ≥ 1.25 P0 ou ≥ Rd; ≤ 0.95 Pt0,1k
ERS ≥ 1,25 P0; ≤ 0.90 Pt0,1k
EP Ra ou ≤ 0.80 Ptk ou ≤ 0.90 Pt0,1k
EA ≥ 1.25 P0 ou ≥ Rd; ≤ 0.90 Pt0,1k
ERS 1.25 P0 ou Rd; ≤ 0.90 Pt0,1k
Carga de
blocagem
(P0)
≤ 0.60 Ptk,
respeitando os
limites de
fluência e de
perdas de
carga
Carga inicial (Pa)
10% Pp
Neste ensaio as tracções aplicam-se incrementalmente, num ou mais ciclos que decorrem
desde a carga inicial até à carga máxima de ensaio (Pp). Devem medir-se os deslocamentos da

cabeça, e a respectiva carga durante um intervalo de tempo, até à carga máxima de cada ciclo
(Figura A I. 1). A carga Pp deve ser distribuída, no mínimo, em 6 ciclos de carga.
Figura A I. 1 – Sequência de carregamento segundo o método 1 (adaptado de [24])
Ensaios de adequabilidade (EA) – Método 1
Para o ensaio de adequabilidade a carga máxima de ensaio Pp deve ser distribuída, no mínimo,
em 5 ciclos de carga, omitindo o primeiro ciclo de carga do Quadro A I. 2.
Ensaios de recepção simplificada (ERS) – Método 1
Nos ensaios de recepção simplificados a carga deve ser aplicada na ancoragem até à carga
máxima, no mínimo com 3 incrementos iguais. Quando se atingir a carga máxima, a
ancoragem deve ser descarregada até à carga inicial de referência, Pa, seguindo-se novamente
a aplicação de cargas até à carga de blocagem, P0.
Quadro A I. 2 – Ciclos de carga e tempos mínimos de observação para EP e EA: métodos 1 e 2
(adaptado de [24])
Nível de carga, em % Pp (%)
Ciclo 1 Ciclo 2 Ciclo 3 Ciclo 4 Ciclo 5 Ciclo 6
10
Tempo mínimo de
observação [min] (Só para o
método 1)
10 10 10 10 10 1
25 40 55 70 85 1
25 40 55 70 85 100 15 (60 ou 180*)
25 40 55 70 85 1
10
10 10 10 10 10 1
*Nota: No método 2, onde o pico de carga corresponde à carga de blocagem (P0), o período de
observação é extendido – ver Quadro A I.1.
Ensaios prévios (EP) – Método 2
Neste ensaio a aplicação do pré-esforço é incremental, em ciclos que decorrem desde a carga
inicial até à carga de ensaio, ou até à rotura. A perda de carga na cabeça da ancoragem
regista-se mantendo o deslocamento constante, durante um determinado intervalo de tempo
enquanto é exercida a carga máxima de cada ciclo incremental, nomeadamente ao nível da
carga de blocagem. A carga Pp a aplicar deve ser distribuída, no mínimo, por 6 ciclos de carga
(Figura A I. 2).
Carga aplicada em %Pp [kN]
Deslocamento na ancoragem [mm]
Carga aplicada em %Pa [kN]
137

138
Figura A I. 2 - Sequência de carregamento segundo o método 2 (adaptado de [24])
Se decorrerem 7 períodos de tempo (ou 3 dias), e a perda de carga acumulada para a tracção
de blocagem proposta não exceder os valores admissíveis, e as perdas de carga por intervalo
de tempo não aumentarem, pode terminar-se o ciclo e prosseguir com o ensaio até atingir Pp,
ou a rotura. Se a perda de carga admissível for excedida e/ou se a perda de carga aumentar
por intervalo de tempo, poderá aumentar-se o tempo de observação para 8 períodos (10 dias),
ou mais, até estabilizar.
Ensaios de adequabilidade (EA) – Método 2
A ancoragem é tencionada até à carga máxima de ensaio, Pp, com 2 ciclos de carga, com a
sequência de 10%Pp, 25%Pp, 50%Pp, 75%Pp, 100%Pp, 75%Pp, 50%Pp, 10%Pp, voltando a
incrementar a carga até à tracção de blocagem, P0. A perda de carga (K1) registada quando
está instalada a carga de blocagem não deve exceder os limites definidos para 7 períodos de
tempo (3 dias).
Carga aplicada em %Pp [kN]
Deslocamento na ancoragem [mm]
Ensaios de recepção simplificada (ERS) – Método 2
A ancoragem é solicitada até à carga máxima de ensaio, no mínimo, em 3 incrementos de
carga iguais, após o que se alivia a carga da ancoragem até ao valor inicial, Pa, e se traciona
novamente até P0. O comportamento da ancoragem é observado durante 3 períodos de tempo
(50 minutos), ao nível de P0, não devendo a perda de carga exceder os valores acumulados
indicados no Quadro A I. 3. Se as perdas excederem esses valores o ensaio deverá prolongar-
se até estas estabilizarem com valores considerados aceitáveis.
Carga aplicada em %Pa [kN]

Quadro A I. 3 – Tempo, períodos e critérios de aceitação de perdas de carga: método 2 (adaptado
de [24])
Tempo de observação
(min)
Número do período de
tempo
Perda de carga
acumulada Kl,
admissível (% de carga
aplicada) (%)
5 1 1
15 2 2
30 3 3
150 4 4
500 5 5
1500 (cerca de 1 dia) 6 6
5000 (cerca de 3 dias) 7 7
15000 (cerca de 10 dias) 8 8
Ensaios prévios (EP) – Método 3
Neste ensaio a aplicação do pré-esforço também é incremental, desde a carga inicial até à
carga de ensaio. Os deslocamentos da cabeça de ancoragem registam-se a carga constante,
em cada incremento de carga (Figura A I. 3, à esquerda). A carga de ensaio deve distribuir-se,
no mínimo, em 6 patamares de carga. No Quadro A I. 4 encontram-se os incrementos de carga
e os tempos de observação mínimos. Caso os valores de fluência sejam pouco relevantes o
tempo de monitorização pode reduzir-se para 30 minutos.
Ensaios de adequabilidade (EA) – Método 3
Este ensaio é semelhante ao descrito anteriormente, com a diferença da carga de ensaio poder
ser distribuída em 5 patamares de carga (Figura A I. 3, à direita).
Carga aplicada em %Pt0,1k [kN]
Deslocamento na ancoragem [mm] Deslocamento na ancoragem [mm]
Figura A I. 3 – Sequência de carregamento dos ensaios prévios (à esquerda) e de adequabilidade
(à direita) segundo o Método 3 (adaptado de [24])
Ensaios de recepção simplificada (ERS) – Método 3
A ancoragem é tencionada desde a carga inicial até à carga de ensaio, em pelo menos, 4
incrementos de carga. A carga de ensaio deve manter-se constante durante um período
mínimo de 15 minutos (Figura A I. 4).
Carga aplicada em %Pp [kN]
Carga de
ensaio
139

Figura A I. 4 - Sequência de carregamento do ensaio de recepção segundo o Método 3 (adaptado
de [24])
140
Carga
aplicada [kN]
Quadro A I. 4 – Incrementos de carga e tempos mínimos de monitorização dos EP: Método 3
(adaptado de [24])
Incrementos de carga %Pt0,1k
Carga
inicial
1 2 3 4 5 6 7 8
Número do
incremento
10 20 30 40 50 60 70 80 90 %Pt0,1k
0
60
(30)
60
(30)
60
(30)
60
(30)
60
(30)
60
(30)
60
(30)
Notas: Começa com carga inicial Pa=0,1 Pt0,1k; Exemplo para 8 incrementos.
60
(30)
Período de
monitorização
(min)
Quadro A I. 5 – Incrementos de carga e tempos mínimos de monitorização dos EA: Método 3
(adaptado de [24])
Incrementos de carga %Pp
Carga inicial 1 2 3 4 5 6 Número do incremento
10 20 30 40 50 60 70 %Pp
0
60
(30)
60
(30)
60
(30)
60
(30)
60
(30)
60
(30)
Nota: Começa com carga inicial Pa = 0,1 Pp; Exemplo para 6 incrementos.
Características de fluência obtidas nos ensaios de carga
Período de monitorização (min)
A fluência é uma das grandezas que os ensaios acima descritos permitem avaliar, através dos
deslocamentos de fluência e perda de carga. Estes são movimentos dependentes do tempo,
que se verificam ao nível da selagem através do solo, em virtude do progressivo deslocamento
da armadura relativamente à calda, e da fluência da própria armadura. No Quadro A I. 6
encontram-se esquematizados os valores limite de fluência e perda de carga, para cada tipo de
ensaio, e cada método.
Fluência
Carga de
ensaio
Carga
aplicada
[kN]
Fluência
Atrito como
uma proporção
de pfPp
Deslocamento na ancoragem [mm] Deslocamento na ancoragem [mm]
Método 1 – Medição das características de fluência
O coeficiente de fluência (Ks) calcula-se por meio de uma taxa de deslocamentos constante,
em dois intervalos de tempo consecutivos, através da seguinte equação:
Carga de
ensaio
Atrito como
uma proporção
de pfPp
Sem ciclo Com 1 ciclo
parcial

Em que,
ks – coeficiente de fluência (mm);
δ1 – deslocamento na cabeça da ancoragem no tempo t1 (mm);
δ2 – deslocamento na cabeça da ancoragem no tempo t2 (mm);
ti – tempo após a aplicação do incremento de carga (minutos).
Assim, o objectivo de se estimar o coeficiente de fluência é o de determinar os movimentos de
fluência da ancoragem ao nível do bolbo de selagem do terreno. Os movimentos determinados
em cada ancoragem devem respeitar os limites impostos pelos critérios de aceitação
previamente definidos pela EN 1537 [24]. O coeficiente de fluência limite corresponde ao valor
máximo indicado para o respectivo nível de carga, em conformidade com o disposto para o
respectivo tipo de ensaio (Quadro A I. 6).
Método 2 – Medição das características de perda de carga
Quando se aplica a carga de blocagem deve garantir-se que o deslocamento da cabeça da
ancoragem relativamente à estrutura é constante, e que a carga é monitorizada. As
características da perda de carga são representativas da perda de carga real se esta for
aplicada à estrutura através da cabeça da ancoragem. Se a perda de carga for usada para
interpretar o deslocamento de fluência da selagem, deve ter-se em consideração o efeito da
influência do comprimento livre da ancoragem, ou seja, quanto maior for o comprimento livre da
ancoragem, menor é o efeito das perdas de carga, para o mesmo valor absoluto de fluência da
selagem [24].
Método 3 – Medição da fluência e da carga característica
A fluência e a carga característica podem ser registadas e avaliadas das seguintes formas [24]:
� O incremento do deslocamento da cabeça da ancoragem, relativo a um ponto fixo, deve
ser registado em cada passo de carga em temos diferentes;
� O deslocamento por fluência α deve ser calculado em cada incremento de carga, como se
apresenta na Figura A I. 5. O deslocamento por fluência define-se como sendo a inclinação
dos deslocamentos da cabeça da ancoragem versus o log. da curva do tempo, no fim de
cada incremento de carga;
� A resistência da ancoragem Ra é a carga correspondente à assímptota vertical de α versus
a curva de carga. Se não houver possibilidade de determinar a assímptota, deve
considerar-se que Ra corresponde ao valor para o qual α é igual a 5 mm (Figura A I. 6).
� O valor da carga crítica de fluência Pc deve ser determinado como se indica na Figura A I.
6. A carga crítica de fluência é a carga correspondente ao fim do primeiro ramo linear do
gráfico α versus curva de carga. Quando há dificuldades na avaliação precisa da grandeza
141

142
de Pc pode recorrer-se à alternativa apresentada na Figura A I. 6, obtendo neste caso um
valor de P’c, e Pc será definido por: Pc=0.9P’c.
Os deslocamentos de fluência devem ser medidos após cada alteração da carga, de acordo
com os tempos indicados no Quadro A I. 6.
Figura A I. 5 – Deslocamento de fluência versus log do tempo, e declive αn para o método 3
(adaptado de [24])
Figura A I. 6 – Fluência versus carga aplicada para o método 3
Quadro A I. 6 – Deslocamentos de fluência e perda de carga acumulada: Critérios de aceitação de
ancoragens definitivas sujeitas a ensaios de carga (adaptado de [24])
Método
de
ensaio
Método 1
Método 2
Deslocamento
de fluência
Fluência
Tipo de
ensaio
Limite
admissível
EP Ks ≤ 2 mm (1)
EA com EP
EA sem EP
ERS para Pp
ERS para P0
Ks ≤ 1 mm (5)
Ks ≤ 0.8 mm (5)
Ks ≤ 0.8 mm
Ks ≤ 0.5 mm
Critério
Tempo de
observação
≥ 15 minutos (2)
≥ 60 minutos (3)
≥ 180 minutos (4)
≥ 15 minutos (2)
≥ 60 minutos (3)
≥ 180 minutos (4)
≥ 5 minutos
≥ 5 minutos
Notas
(1) Valor associado à rotura por
fluência
(2) para cargas < Pp
(3) solos argilosos: para Pp
(4) solos arenosos: para Pp
(5) valores para Pp
No ERS Ks pode atingir 1 mm para
Pp caso os EP documentem a sua
aceitabilidade
EP K1 ≤ 7% P’ ≥ 3 dias (t períodos) P’ – carga do patamar
EA K1 ≤ 7% P’ ≥ 3 dias (7 períodos)
ERS para P0
K1 ≤ 3% P’
ou
K1 ≤ 6% P0
≥ 50 minutos (3
períodos)
1 dia (6 períodos)
Log do tempo
Carga aplicada [kN]
K1 – perda de carga a
deslocamento constante
K1 admissível é de 1% da carga
aplicada em cada período, sendo
o total do valor acumulado

Método
de
ensaio
Método 3
Tipo de
ensaio
Limite
admissível
EP -
EA com EP
EA sem EP
ERS com EP
ERS sem EP
α ≤ 1 mm
α ≤ 0.8 mm (6)
α ≤ 1.5 mm (7)
α ≤ 1.2 mm
Avaliação do comprimento livre aparente
Critério
Tempo de
observação
≥ 60 minutos
≥ (30 minutos)
≥ 60 minutos
≥ (30 minutos)
≥ 15 minutos
Notas
EP realizam-se até ocorrer rotura
ou atingir Pp.
No caso dos EP e dos EA pode
reduzir-se o tempo para 30
minutos caso os solos não
apresentem fluência significativa.
(6) em ancoragens provisórias α ≤
1.2 mm
(7) em ancoragens provisórias α ≤
1.8 mm
O comprimento livre aparente (Lapp) é calculado a partir da medida da extensão do cabo (∆s),
desde o ponto de fixação da cabo, até ao macaco, ou a partir dum ponto de referência ligado
ao cabo. Este valor define a localização duma zona fictícia da ancoragem, fixa, que pode ser
comparada com a zona do fim do comprimento livre. Assim, o comprimento livre aparente pode
ser calculado através da seguinte expressão:
Em que,
Lapp – comprimento livre aparente do cabo;
At – secção do cabo;
Et – módulo de elasticidade do cabo da ancoragem;
∆s – extensão elástica do cabo;
∆P – diferença entre a carga de ensaio e a carga de blocagem;
f – perda de atrito em percentagem de Pp.
De acordo com a EN 1537 [24] o valor obtido para o comprimento livre aparente deve situar-se
entre os seguintes limites (para o limite superior deve considerar-se o máximo dos dois
valores):
� Lapp ≤ Ltf + Le + 0.5 Ltb;
� Lapp≤ 1.10 Ltf + Le;
� Lapp ≥ 0.80 Ltf + Le
Em que,
Ltf – comprimento livre do cabo;
143

Le – comprimento externo do cabo, medido desde o cabo na cabeça da ancoragem até ao
ponto de tensionamento da ancoragem com o macaco;
Ltb – comprimento de ligação do cabo.
Onde houver atrito significativo no comprimento livre pode ser usado o método ilustrado na
Figura A I. 7, que considera a histerese entre uma curva de carga e descarga, para estimar a
magnitude da rigidez elástica aparente do comprimento livre (∆P/∆s). Onde o atrito exceder
5%Pp, este resultado deve ser tido em consideração na determinação da carga de ensaio
mínima ou na carga de blocagem. Se necessário a carga de ensaio poderá ser reduzida. Se o
comprimento livre aparente do cabo estiver fora dos limites acima referidos a ancoragem
poderá ser sujeita a repetitivos ciclos de carga até Pp. Se a ancoragem demonstrar um
comportamento de repetição da carga/extensão, esta poderá ser aceite pelo projectista.
144
Carga aplicada (P)
Atrito
Figura A I. 7 – Estimativa da rigidez elástica onde houver atrito significativo (adaptado de [24])
Atrito
Inclinação da carga
vs. Curva de
deslocamentos ∆P/∆s
Deslocamento (s)

Anexo II – Descrição das visitas realizadas ao local do caso de estudo
– Escavação e Contenção Periférica para construção do
Empreendimento Palácio dos Condes de Murça
Como as visitas à obra só tiveram início dia 18 de Março segue-se um registo das visitas
anteriores, efectuadas pelos projectistas. As informações acerca do estado dos trabalhos foi
obtida com base nos relatórios dos alvos topográficos [49], nas fotografias fornecidas e nas
descrições presentes nos relatórios da instrumentação [53].
Visita 01 – 3 de Dezembro
Nesta fase procedia-se à inserção dos perfis metálicos no canto F, e à execução de troços de
parede de contenção no alçado FG. Tinha também havido já algum avanço na escavação geral
no recinto (Figura A II. 1 e Figura A II. 2).
Figura A II. 1 – Vista do canto F Figura A II. 2 – Vista geral do recinto
Visita 02 – 10 de Dezembro
Procedia-se à execução de microestacas nos alçados A a E e início da escavação nos alçados
F a H. No alçado EF foi realizado um poço de reconhecimento de fundações, nas próximidades
do alvo A7. Como se pode observar na Figura A II. 3, o terreno apresentava sinais de falta de
coesão devido à precepitação intensa e às perturbações provocadas pela escavação, e
também a zona sensível no alçado EF envolvendo o muro existente.
Figura A II. 3 – Vista dos alçados DF e canto F
145

Visita 03 – 5 de Janeiro
Decorriam os trabalhos de escavação (Figura A II. 4), e execução de painéis e ancoragens e
aplicação de pré-esforço, no alçado FG (Figura A II. 5).
Figura A II. 4 – Vista dos alçados DF, parte do
FG e canto F
Visita 04 – 10 de Janeiro
146
Figura A II. 5 – Vista do alçado FG
Procedia-se já ao prologamento dos troço de contenção para a contenção das fachadas
vizinhas, no início do alçado FG (Figura A II. 6). Decorria também a execução de ancoragens
na viga de coroamento no alçado DE, e também a escavação e execução de painéis do 2º
nível no alçado GH (Figura A II. 7).
Figura A II. 6 – Vista em pormenor do alçado FG Figura A II. 7– Alçados FG e GJ
Visita 05 – 3 de Fevereiro
Nesta fase procedia-se à execução da viga e muros nos alçados DE, e também à execução da
primeira laje de travamento entre os alçados EF e FG (Figura A II. 8). Abertura de paineis do 1º
nível nos alçados HI e 2º nível no alçado FG (Figura A II. 9); execução de perfis HEB nos
alçados IK.

Figura A II. 8 – Vista geral do canto F Figura A II. 9 – Alçado FG
Visita 06 – 28 de Fevereiro
Continua a decorrer a escavação geral, a execução de painéis, ancoragens e pré-esforço nos
alçados A a E (Figura A II. 10) e FG; a abertura dos painéis no alçado HI tinha sido suspensa
temporariamente, e usadas as terras retiradas da escavação para aterrar aquela zona (Figura
A II. 11).
Figura A II. 10 – Vista geral do recinto Figura A II. 11 – Alçados FG, GH e HI
Visita 1 – 18 de Março
Na primeira visita realizada à obra, tinham sido já adoptadas algumas medidas de reforço,
devido aos dados fornecidos pela instrumentação, e como indicado no Plano de
Instrumentação e Observação.
No alçado JH a escavação e execução dos painéis de betão armado do 1º nível estava
temporariamente suspensa, devido aos deslocamentos excessivos que estavam a ocorrer, e
abertura de fendas que se estava a verificar no edifício vizinho (Infantário). No alçado HG
encontravam-se já executados 2 níveis de painéis ancorados. No alçado FG os dois primeiros
níveis de painéis encontravam-se já quase completamente executados e ancorados, e estava a
decorrer a escavação e execução de painéis do 3º e 4º níveis. Já se encontrava feito o
prolongamento superior do muro, para contenção das fachadas dos edifícios vizinhos, como
medida de reforço (Figura A II. 12).
147

148
Figura A II. 12 - Vista do Alçado FG
Como se pode ver na Figura A II. 13, já tinha começado a ser aplicada outra das medidas de
reforço, que consistiu no escoramento do canto F com troços de laje em betão armado, que
seriam depois solidarizados com as lajes dos pisos da superestrutura. A esta data já tinha sido
executado o 1º troço de laje, e o 2º estava na fase de montagem de cofragens. Estavam
também a ocorrer as escavações para abertura de painéis do 2º nível, e betonagens no alçado
AF, e já tinham sido aplicadas as medidas de reforço no alçado EF, que correspondiam
também ao prolongamento dos muros de betão armado para cima da viga de coroamento, com
o objectivo de conter os terrenos vizinhos e muros existentes (Figura A II. 14).
Figura A II. 13 – Vista do troço de laje no canto
F
Visita 2 – 23 de Março
Figura A II. 14 – Vista da contenção no alçado
DF
Na segunda visita realizada, os trabalhos no alçado JG permanecia temporariamente suspenso
(Figura A II. 15), enquanto era adiantada a contenção nas outras zonas do recinto. O 2º nível
de troço de laje do canto F já tinha sido betonado, e ocorriam trabalhos de escavação para
abertura de painéis debaixo da laje, e preparação para betonagem de um painel junto desta
(Figura A II. 16).

Figura A II. 15 – Vista do alçado GH
Como se pode observar na Figura A II. 17, estavam também a decorrer trabalhos de
escavação para a abertura de painéis (alçado AF).
Figura A II. 16 – Zona inferior do troço de laje
Figura A II. 17 – Escavação para abertura de
painel
Também no alçado AF ocorria a montagem de armaduras para a betonagem de um painel
secundário. Como se pode ver na Figura A II. 18, a introdução da armadura para a ancoragem,
e ligação com as existentes.
Figura A II. 18 – Montagem de armaduras de painel (reforço para a zona de ancoragem)
Visita 3 – 25 de Março
Na 3ª visita prosseguiam os trabalhos de abertura de painéis, betonagem de painéis, e
execução de ancoragens. Mais especificamente, ocorria a betonagem duma sapata da
contenção do alçado FG (Figura A II. 19), e de um painel do alçado AB (Figura A II. 20).
149

150
Figura A II. 19 – Betonagem de troço da
sapata da contenção
Visita 4 – 29 de Março
Figura A II. 20 – Vibração do betão dp painel de
Munique
Dia 29 de Março a escavação na zona inferior ao 2º nível de troço de laje encontrava-se num
estado mais avançado, como se pode ver na Figura A II. 21. Estavam a ser abertos novos
painéis, com recurso a uma mini giratória, em vez da normal, devido ao reduzido pé-direito
disponível para estes trabalhos. Consequentemente, os rendimentos de escavação estavam a
ser mais baixos nesta zona. Nesta visita pôde também ser observado o procedimento de
furação, introdução da armadura, e injecção de preenchimento para execução de uma
ancoragem, e de injecções de selagem para outras duas, no alçado AE (Figura A II. 22).
Figura A II. 21 – Vista dos dois níveis de troço
de laje
Figura A II. 22 – Injecção das ancoragens
Estava também a ser betonado o primeiro painel secundário do alçado IH (Figura A II. 23), e
também, no alçado EF, a proceder-se à escavação para execução do painel de extremidade no
alçado AB, e betonagem da respectiva sapata.Prosseguiam os trabalhos de rebaixamento da
cota de escavação na zona do alçado FG, recorrendo ao martelo, devido à elevada dureza do
maciço calcário que já se encontrava à superfície. Estes trabalhos provocavam algumas
vibrações no terreno, controladas pelos dois sismógrafos previstos no Plano de Instrumentação
e Observação.

Visita 5 – 12 de Abril
Figura A II. 23 – Betonagem de painel secundário do alçado IH
A esta data já se encontravam executadas as microestacas inclinadas, que iriam pregar o muro
em consola no alçado AC, que confronta com a capela da igreja (Figura A II. 24). Durante a
visita procedeu-se à betonagem de painéis na zona inferior ao 2º nível de troço de laje. No
alçado IH o primeiro nível de painéis já se encontra executado, faltando activar algumas
ancoragens dos painéis secundários (Figura A II. 25).
Figura A II. 24 –Microestacas inclinadas Figura A II. 25 – Alçado IH
Estavam também a ser abertos outro painéis no canto F, recorrendo à giratória, uma vez que o
pé-direito já o permitia (Figura A II. 24), e também nos alçados AE e FG os trabalhos de
execução dos painéis tinham avançado.
Visita 6 – 20 de Abril
Nesta fase dos trabalhos, já se tinha procedido à abertura de mais painéis primários do 2º nível
no alçado IH, e secundário no alçado JI (Figura A II. 26). Tinha sido feita alguma escavação na
zona das microestacas inclinadas, para execução da sapata do muro, no alçado AC (Figura A
II. 27).
151

152
Figura A II. 26 – Canto I Figura A II. 27 – Alçado AF
Na Figura A II. 28 pode observar-se uma vista geral da obra, do alçado AF, parte do FG e
canto F. Pode ver-se também algum avanço nas escavações e execução de painéis na zona
inferior ao troço de laje.
Visita 7 – 29 de Abril
Figura A II. 28 – Vista geral do recinto
Na 7ª Visita, o canto I já se encontrava com um escoramento metálico (Figura A II. 29), e mais
painéis executados nos alçados JI, e IH. Na Figura A II. 30 é também visível o rebaixamento da
cota de escavação junto ao alçado FG, e na zona do canto F, tendo havido execução de mais
painéis neste zona. Estes não necessitam de ancoragens, visto o terreno já estar contido pelos
troços de laje. Houve também introdução de perfis para a execução do muro de separação,
representado no alçado EE’.

Visita 8 – 5 de Maio
Figura A II. 29 – Canto I Figura A II. 30 – Alçado FG e canto F
A sapata do muro em consola já se encontrava em parte betonada, ainda sendo visíveis as
microestacas de fundação (Figura A II. 31). Estava também a ser montada a cofragem do 3º
nível de troço de laje, e prosseguia a escavação e betonagem de painéis na zona inferior ao
mesmo (Figura A II. 32). O rebaixamento da cota de escavação avançou, e estavam a ser
montadas as armaduras para execução do muro EE’ (Figura A II. 33). Nesta visita assistiu-se
também a um ensaio de recepção de uma ancoragem no alçado FG, e respectiva blocagem.
Figura A II. 31 – Canto D Figura A II. 32 – Troços de laje
Figura A II. 33 – Vista do alçado DF
153

Visita 9 – 13 de Maio
Na Figura A II. 34 pode observar-se que a sapata do muro em consola já se encontrava
concluída, e o 3º nível do troço já tinha sido betonado (Figura A II. 35).
154
Figura A II. 34 – Alçado AF Figura A II. 35 – Canto F
A escavação no alçado KH prosseguia para o 3º nível, e já tinha finalizado o escoramento
metálico do canto I. Houve um rebaixamento da cota de escavação na zona do alçado FG,
assim como execução de novos painéis de betão armado, e betonagem do primeiro troço do
muro EE’. Estavam também já concluídos os painéis do 2º nível do alçado IH, incluindo as
ancoragens.
Visita 10 – 25 de Maio
Como mostrado na Figura A II. 36, nesta fase já se procedia à execução do 2º nível de painéis
na zona inferior ao último troço de laje do escoramento rígido. No alçado FG já tinha sido
atingido o último nível de painéis nalgumas zonas, e executados os respectivos troços de
sapata (Figura A II. 37).
Figura A II. 36 – Canto F Figura A II. 37 – Alçados FG e GH
Esta fase também foi atingida no alçado IH (Figura A II. 38).

Visita 11 – 24 de Junho
Figura A II. 38 – Abertura e betonagem de painéis no alçado IH
Após a 10ª visita, a obra de contenção já se encontrava praticamente concluída, salvo nalguns
locais. No entanto, continuou-se a fazer um acompanhamento dos trabalhos, menos intensivo
com o objectivo de observar o comportamento e a ligação da estrutura de contenção às
fundações e superstrutura, assim como a desactivação das ancoragens e escoramentos.
Assim, à data da 11ª visita, a contenção no alçado IH já se encontrava terminada, incluindo as
sapatas. Na zona do canto I foi feito um aterro de parte da contenção, com a dupla função de
armazenar as terras que seriam necessárias em fase posterior, e de estabilizar esta zona da
escavação, que sofreu algumas deformações ao longo dos trabalhos. Na Figura A II. 39 é
possível observar o estado geral da obra, com a contenção no alçado IH em parte aterrada, e o
início da construção da superstrutura, incluindo a colocação do betão de limpeza.
Figura A II. 39 – Vista geral do recinto
Na Figura A II. 40 e na Figura A II. 41 são também visíveis algumas sapatas, pilares e muros,
pertencentes já à superstrutura, enquanto ainda são terminados alguns painéis da contenção
tipo Munique, no alçado FG (Figura A II. 41).
155

156
Figura A II. 40 – Início da execução da
superestrutura
Visita 12 – 15 de Julho
Figura A II. 41 – Execução da superestrutura na
zona do canto F
A esta data a contenção já se encontrava totalmente concluída, assim como parte do primeiro
piso enterrado (Figura A II. 42 e Figura A II. 43).
Figura A II. 42 – Vista geral do recinto, já na fase de execução da superestrutura
Estava-se a proceder ao corte de perfis de fundação provisória dos Muros de Munique, uma
vez que as sapatas (fundações definitivas) já estavam concluídas (Figura A II. 44).
Figura A II. 43 – Zona do alçado IH Figura A II. 44 – Zona do alçado FG

Anexo III – Descrição geológica do terreno intersectado pela
escavação
Figura A III. 1 – Caixa
recolhida de uma das
sondagens realizadas,
nº 5 [48]
Figura A III. 2 – Diagrama da sondagem nº 5 [48]
157

158
Figura A III. 3 - Localização das sondagens em planta, e perfis realizados (adaptado de [47])
Figura A III. 4 – Esquema do perfil geológico nº 2 (adaptado de [48])

Figura A III. 5 - Esquema do perfil geológico nº 3 (adaptado de [48])
Figura A III. 6 - Esquema do perfil geológico nº 4 (adaptado de [48])
Figura A III. 7 - Esquema do perfil geológico nº 5 (adaptado de [48])
159

160
Figura A III. 8 - Esquema do perfil geológico nº 6 (adaptado de [48])
Figura A III. 9 - Esquema do perfil geológico nº 7 (adaptado de [48])
Figura A III. 10 - Esquema do perfil geológico nº 8 (adaptado de [48])

Anexo IV – Peças desenhadas do Projecto de Escavação e Contenção
Periférica
161

Anexo V – Relatórios dos ensaios de carga das ancoragens
Figura A V. 1 - Relatório de ensaio de carga simplificado de recepção da ancoragem nº 124 [54]
165

Figura A V. 2 - Relatório de ensaio de carga detalhado de recepção da ancoragem nº 163, parte 1
[54]
166

Figura A V. 3 - Relatório de ensaio de carga detalhado de recepção da ancoragem nº 163, parte 2
[54]
167

Anexo VI – Esquemas das secções analisadas no Plaxis 2D
168
Figura A VI. 1 – Geometria da secção analisada para o corte 1 [45] Figura A VI. 2 – Configuração deformada da cortina para o corte 1 [45]
Figura A VI. 3 - Deformações horizontais da cortina para o corte 1 [45] Figura A VI. 4 - Deformações verticais da cortina para o corte 1 [45]

Figura A VI. 5 - Geometria da secção analisada para o corte 3 [45] Figura A VI. 6 - Configuração deformada da cortina para o corte 3 [45]
Figura A VI. 7 - Deformações horizontais da cortina para o corte 3 [45] Figura A VI. 8 - Deformações verticais da cortina para o corte 3 [45]
169

170
Figura A VI. 9 - Geometria da secção analisada para o corte 5 [45] Figura A VI. 10 - Configuração deformada da cortina para o corte 5 [45]
Figura A VI. 11 - Deformações horizontais da cortina para o corte 5 [45] Figura A VI. 12 - Deformações verticais da cortina para o corte 5 [45]

Figura A VI. 13 - Geometria da secção analisada para o corte 6 [45] Figura A VI. 14 - Configuração deformada da cortina para o corte 6 [45]
Figura A VI. 15 - Deformações horizontais da cortina para o corte 6 [45] Figura A VI. 16 - Deformações verticais da cortina para o corte 6 [45]
171

172
Figura A VI. 17 - Geometria da secção analisada para o corte 7 [45] Figura A VI. 18 - Configuração deformada da cortina para o corte 7 [45]
Figura A VI. 19 - Deformações horizontais da escavação para o corte 7 [45] Figura A VI. 20 - Deformações verticais da escavação para o corte 7 [45]

Anexo VII – Relatório de instrumentação topográfica nº 119 (6 de
Setembro de 2011)
Alvo
Figura A VII. 1 – Localização final em planta de todos os alvos topográficos [49]
Quadro A VII. 1 – Leituras topográficas dos alvos instalados (adaptado de [49])
Zeragem Última Leitura Diferencial
M P Z M P Z M P Z
Nível alerta
A1 3009,698 3997,1161 208,4703 3009,7 3997,114 208,4678 2,2 -2,1 -2,5 1
A2 3009,723 3997,1009 204,3555 3009,722 3997,101 204,3558 -0,3 -0,1 0,3 1
A3 3018,638 3999,3862 209,3082 3018,642 3999,382 209,3056 4,4 -3,8 -2,6 1
A4 3018,577 3999,3417 205,8483 3018,58 3999,338 205,8438 3,1 -4 -4,5 1
A5 3028,052 4003,5093 206,8183 3028,06 4003,502 206,8135 7,6 -7 -4,8 1
A6 3034,469 4010,2188 209,5204 3034,481 4010,208 209,5029 11,3 -11 -17,5 1
A7 3045,915 4014,7416 210,0045 3045,918 4014,736 210,0069 3,3 -5,7 2,4 1
A8 3058,951 4000,2168 209,6743 3058,936 4000,22 209,6521 -15,6 3 -22,2 2
173

Alvo
174
Zeragem Última Leitura Diferencial
M P Z M P Z M P Z
Nível alerta
A9 3057,526 3990,9691 208,8856 3057,521 3990,967 208,8794 -4,6 -2 -6,2 1
A10 3056,004 3983,3863 207,9638 3055,999 3983,381 207,9361 -4,8 -5,2 -27,7 2
A11 3054,396 3976,9762 206,2662 3054,391 3976,981 206,2581 -4,5 4,4 -8,1 1
A12 3053,508 3972,3462 207,5065 3053,504 3972,354 207,4979 -4 7,5 -8,6 1
A13 3030,129 3970,456 203,4068 3030,125 3970,457 203,396 -4,6 0,6 -10,8 1
A14 3026,803 3962,3418 205,1834 3026,793 3962,347 205,1743 -9,5 4,9 -9,1 1
A15 3022,343 3950,8298 205,1925 3022,339 3950,832 205,1843 -4,7 2,2 -8,2 1
A16 3060,032 4005,6196 209,4873 3060,028 4005,619 209,4824 -3,9 -0,2 -4,9 1
A17 3061,695 4013,706 210,4636 3061,686 4013,704 210,4529 -8,9 -2,3 -10,7 1
A18 3062,896 4019,5742 210,6158 3062,895 4019,57 210,6093 -0,6 -4,2 -6,5 1
A19 3059,748 4019,4025 211,9002 3059,746 4019,401 211,8916 -1,5 -1,8 -8,6 1
A20 3036,619 3971,5552 200,9708 3036,614 3971,56 200,9659 -4,3 4,4 -4,9 1
A21 3045,929 3969,6039 200,8192 3045,924 3969,599 200,8159 -4,5 -4,5 -3,3 1
A22 3054,133 3976,5507 201,3121 3054,133 3976,551 201,3071 0 0,6 -5 1
A23 3056,315 3987,9445 202,4484 3056,316 3987,945 202,4412 1 0,5 -7,2 1
A24 3026,008 3961,4936 199,0958 3026,007 3961,497 199,0881 -1 3,1 -7,7 1
A25 3023,974 3956,3106 199,2803 3023,972 3956,313 199,2733 -2,1 2,6 -7 1
A26 3026,799 3962,4565 211,0173 3026,785 3962,463 211,0096 -13,4 6,6 -7,7 1
A27 3023,93 3955,2719 213,3031 3023,919 3955,278 213,2954 -11,2 6,1 -7,7 1
A28 3022,17 3950,6205 211,544 3022,159 3950,627 211,5376 -11,4 6,1 -6,4 1
A29 3036,688 4010,6381 208,8239 3036,69 4010,638 208,8226 2,4 0,2 -1,3 1
A30 3048,792 4015,0049 208,9016 3048,791 4015,008 208,899 -0,4 2,6 -2,6 1
A31 3053,077 4014,105 206,7425 3053,078 4014,105 206,7409 0,9 0,1 -1,6 1
A32 3052,838 4014,4879 203,8691 3052,839 4014,489 203,8674 1,6 1,1 -1,7 1
A33 3057,915 4005,8672 206,7478 3057,915 4005,866 206,7464 -0,2 -0,8 -1,4 1
A34 3057,782 4006,1729 203,8645 3057,781 4006,173 203,8642 -1 -0,4 -0,3 1
A35 3060,036 4005,4154 214,7818 3060,033 4005,416 214,7781 -2,7 0,7 -3,7 1
A36 3058,702 3998,8213 214,7472 3058,698 3998,822 214,7429 -4,3 0,2 -4,3 1
A37 3058,485 3999,6551 206,6129 3058,482 3999,657 206,6104 -2,7 1,5 -2,5 1
A38 3058,54 3999,6127 197,8445 3058,538 3999,612 197,8424 -2 -0,4 -2,1 1
A39 3056,291 3987,6958 195,9202 3056,289 3987,696 195,9181 -1,2 0,4 -2,1 1
A40 3054,291 3976,3636 207,7515 3054,294 3976,364 207,7508 3,8 0,7 -0,7 1
A41 3012,866 4006,3612 213,9176 3012,866 4006,362 213,9171 0,4 0,6 -0,5 1
A42 3000,426 4000,6243 217,5935 3000,426 4000,624 217,5933 0,1 0 -0,2 1
A43 3011,961 4009,2139 217,1048 3011,961 4009,214 217,1049 0,8 -0,2 0,1 1
A44 3026,779 3962,444 209,9786 3026,78 3962,444 209,9785 1 0,3 -0,1 1

Figura A VII. 2 – Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 1 [49]
Figura A VII. 3 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 2 [49]
Figura A VII. 4 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 3 [49]
Figura A VII. 5 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 4 [49]
175

176
Figura A VII. 6 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 5 [49]
Figura A VII. 7 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 6 [49]
Figura A VII. 8 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 7 [49]
Figura A VII. 9- Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 9 [49]

Figura A VII. 10- Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 11 [49]
Figura A VII. 11 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 12 [49]
Figura A VII. 12 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 13 [49]
Figura A VII. 13 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 15 [49]
177

178
Figura A VII. 14 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 16 [49]
Figura A VII. 15 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 18 [49]
Figura A VII. 16 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 19 [49]
Figura A VII. 17 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 20 [49]

Figura A VII. 18 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 21 [49]
Figura A VII. 19 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 22 [49]
Figura A VII. 20 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 23 [49]
Figura A VII. 21 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 24 [49]
179

180
Figura A VII. 22 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 25 [49]
Figura A VII. 23 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 26 [49]
Figura A VII. 24 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 27 [49]
Figura A VII. 25 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 28 [49]

Figura A VII. 26 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 29 [49]
Figura A VII. 27 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 30 [49]
Figura A VII. 28 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 31 [49]
Figura A VII. 29 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 32 [49]
181

182
Figura A VII. 30 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 33 [49]
Figura A VII. 31 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 34 [49]
Figura A VII. 32 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 36 [49]
Figura A VII. 33 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 37 [49]

Figura A VII. 34 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 38 [49]
Figura A VII. 35 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 39 [49]
Figura A VII. 36 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 40 [49]
Figura A VII. 37 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 41 [49]
183

184
Figura A VII. 38 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 42 [49]
Figura A VII. 39 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 43 [49]
Figura A VII. 40 - Andamento dos deslocamentos do alvo topográfico nº 44 [49]

Anexo VIII – Relatório de instrumentação das células de carga das
ancoragens
Figura A VIII. 1 – Localização final em planta das células de carga nas ancoragens [58]
Figura A VIII. 2 - Variação do pré-esforço na célula de carga nº 1 [58]
185

186
Figura A VIII. 3 - Variação do pré-esforço na célula de carga nº 2 [58]
Figura A VIII. 4 - Variação do pré-esforço na célula de carga nº 3 [58]
Figura A VIII. 5 - Variação do pré-esforço na célula de carga nº 4 [58]
Figura A VIII. 6 - Variação do pré-esforço na célula de carga nº 5 [58]