análise do desempenho de túnel rodoviário na ilha da madeira · que visitasse o túnel da...

Análise do Desempenho de Túnel Rodoviário na Ilha da

Madeira

Teresa Sofia Rodrigues da Clara

Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em

Engenharia Civil

Orientador

Professor Alexandre da Luz Pinto

Júri

Presidente: Professor Doutor Luís Manuel Coelho Guerreiro

Orientador: Professor Alexandre da Luz Pinto

Vogal: Professor Doutor José Manuel Matos Noronha da Câmara

Outubro de 2016

i

Agradecimentos

A realização desta dissertação foi possível graças ao contributo de inúmeras pessoas. A todos quero,

exprimir os meus sinceros agradecimentos, pela colaboração e incentivo. Não obstante, gostaria de

salientar algumas pessoas que concederam um especial contributo para a realização da presente

dissertação.

Ao meu orientador, Professor Alexandre Pinto, queria agradecer todo o apoio, disponibilidade e incentivo

demonstrado, ao longo dos meses de realização da dissertação. Agradeço também todo o conhecimento

técnico partilhado.

À empresa Via Expresso, em especial aos engenheiros Nuno Andrade e Sara Neto, que me permitiram

que visitasse o túnel da Encumeada e me acompanharam durante a visita, agradeço toda a

disponibilidade e esclarecimentos dados.

Aos meus colegas e amigos com quem tive a satisfação de partilhar estes 5 anos de aprendizagem

pessoal e académica, no Instituto Superior Técnico. Um especial agradecimento à: Carolina Churro,

Mariana Chagas, Rita Corrêa, Rita Tomaz e Sofia Vieira que estiveram sempre presentes e me apoiaram

ao longo da realização deste trabalho, com palavras de incentivo e motivação.

Por último, um especial agradecimento à minha família: à minha Mãe, ao meu Irmão e às minhas Avós,

que sempre me apoiaram, compreenderam e motivaram, depositando toda a confiança ao longo do meu

trajeto universitário.

iii

Resumo

A construção de redes de transporte, para satisfazer as necessidade de circulação impostas por fatores

socio-económicos, conduziu à construção de estruturas subterrâneas, para melhor transpor a orografia

do traçado. A construção de túneis obriga a uma constante monitorização e manutenção das estruturas.

Esta análise implica um investimento nos sistemas de instrumentação, aliado à análise da evolução das

condições geológico-geotécnicas e hidrogeológicas.

Na presente dissertação pretende-se estudar o comportamento das argilas expansivas – montmorilonites

em túneis mineiros, utilizando o Túnel da Encumeada – Madeira, como caso de estudo. Esta obra

inaugurada em 2000, tem apresentado diversas patologias ao nível do revestimento definitivo, pavimento

e sistema de drenagem. Estas patologias podem estar associadas à presença de argilas expansivas, que

aumentam as pressões previstas no revestimento. Deste modo, foi realizada uma análise às

deformações e esforços da estrutura, para analisar a influência das argilas no comportamento estrutural

do túnel.

Para a análise, procedeu-se à modelação da solução vigente, através do programa de elementos finitos

Plaxis 2D. Os resultados obtidos pela modelação numérica da estrutura atual do túnel, foram comparados

com o comportamento observado do túnel.

Por fim foram definidas e analisadas soluções alternativas para o caso de estudo. As soluções englobam

soluções de reforço e de alteração do projeto inicial. A análise tem como objetivo o estudo das alterações

nas deformações, nos esforços e nas tensões, verificadas ao nível da camada de suporte definitivo.

Como corolário efetuou-se uma análise comparativa, aliada a uma análise económica das várias

soluções estruturais analisadas.

Palavras Chave

Túnel; NATM; argilas expansivas; instrumentação; modelação.

v

Abstract

The creation of transport networks, in order to meet the need of circulation imposed by socio-economic

factors, led to the implementation of underground structures. The construction of tunnels requires constant

monitoring and maintenance of the structures. This analysis implies investments in instrumentation

systems, combined with the tight analysis of existing geological geotechnical and hydrogeological

conditions evolution.

In this dissertation it is intended to study the behavior of swelling clays – montmorillonite, in mining tunnels

using the Encumeada tunnel, located in the Madeira Island, as a case study. This tunnel launched in 2000

has shown several problems, mainly at the final lining, pavement and drainage system. These problems

may be associated with the presence of swelling clays, which increases the earth pressure at the lining

and influence the performance of the drainage systems. Therefore, the structure was studied in order to

analyze the influence of the clays on the structural behavior.

The study of the current solution was based on a model using the finite element program Plaxis 2D. The

results obtained by numerical analysis, were compared with the results obtained by the tunnel

observation.

Finally two alternative solutions were analyzed. These solutions include the reinforcement of the existent

tunnel and a new tunnel. The analysis aims to study the changes in deformations and the stress resultant

at the tunnel´s final lining. As a corollary a comparative analysis, combined with an economic analysis of

the various structural solutions, was performed.

Keywords

Tunnel; NATM; swelling clays; instrumentation; modeling.

vii

Simbologia

𝐴𝑠𝑚í𝑛- Armadura mínima de controlo de fendilhação

𝐴𝑠𝑤

𝑠, Área de aço por unidade de comprimento

Act - Área de betão tracionada

c’ – Resistência ao corte em tensões efectivas

E – Módulo de deformabilidade

EA –Rigidez axial

EI – Rigidez de flexão

E50ref

– Módulo de deformabilidade secante em estado triaxial

Eoedref

– Módulo de deformabilidade edométrico

Eurref – Módulo de deformabilidade em ciclos de carga e descarga

𝑓𝑐𝑑 – Tensão de cálculo do betão

𝑓𝑐𝑡.𝑒𝑓𝑓 - Valor médio da resistência do betão à tração na idade em que se espera que ocorram as

primeiras fendas;

𝑓𝑦𝑑 - Tensão de cálculo do aço

𝑓𝑐𝑘 – Tensão característica do betão

𝑓𝑦𝑘 – Tensão característica do aço

K - Coeficiente que tem em consideração o efeito das tensões auto-equilibradas não uniformes

K0 – Coeficiente de impulso em repouso

KC - Coeficiente que considera a forma da distribuição das tensões na secção imediatamente antes da

fendilhação e a alteração do braço da força

kx – Coeficiente de permeabilidade, direção x

ky - Coeficiente de permeabilidade, direção y

m – Expoente relação da dependência da rigidez em relação ao nível de tensão

viii

Msd – Valor de dimensionamento de momento fletor atuante

MRd – Valor de momento fletor resistente

Nsd – Valor de dimensionamento de esforço axial atuante

NRd – Valor de esforço axial resistente

Vmin – Valor de esforço transverso resistente mínimo

Vsd – Valor de dimensionamento de esforço transverso atuante

VRd – Valor de esforço transverso resistente

VRd,c – Valor de esforço transverso resistente sem armadura transversal

' – Ângulo de resistência ao corte

Peso volúmico

Fator de descompressão

Momento fletor reduzido

L – Taxa de armadura longitudinal

Esforço normal reduzido

σS - Nível de tensão máximo no aço

ix

Índice Geral

Agradecimentos ............................................................................................................................................... i

Resumo ......................................................................................................................................................... iii

Abstract........................................................................................................................................................... v

Simbologia .................................................................................................................................................... vii

Índice Geral ................................................................................................................................................... ix

Índice de Figuras ......................................................................................................................................... xiii

Índice de Tabelas ....................................................................................................................................... xvii

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

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

1.2 Objetivos do trabalho ..................................................................................................................... 2

1.3 Estrutura da dissertação ................................................................................................................ 2

2 Processos construtivos, reforço estrutural e monitorização de túneis .................................................. 3

2.1 Métodos de escavação e construção de túneis ............................................................................ 5

2.1.1 Método de escavação com suporte diferido – construção sequencial ...................................... 5

2.1.2 Método de escavação com recurso a escudos - TBM ............................................................ 11

2.2 Reforço estrutural ........................................................................................................................ 14

2.2.1 Drenagem ................................................................................................................................ 14

2.2.2 Injeções de consolidação no extradorso do suporte definitivo ................................................ 14

2.2.3 Betão projetado ....................................................................................................................... 14

2.2.4 Pregagens ............................................................................................................................... 14

2.2.5 Microestacas ............................................................................................................................ 15

2.2.6 Jetgrouting ............................................................................................................................... 15

2.2.7 Reparação de juntas ............................................................................................................... 15

2.3 Plano de monitorização ............................................................................................................... 16

3 Caso de estudo – Túnel da Encumeada .............................................................................................. 17

3.1 Enquadramento geral .................................................................................................................. 17

3.2 Localização .................................................................................................................................. 18

x

3.3 Caracterização geológica do local .............................................................................................. 18

3.4 Caracterização geológica de materiais argilosos ........................................................................ 20

3.4.1 Considerações gerais .............................................................................................................. 20

3.4.2 Influência do teor em água na estabilidade do maciço ........................................................... 21

3.5 Condicionantes ............................................................................................................................ 21

3.6 Descrição da obra ....................................................................................................................... 22

3.6.1 Descrição do método construtivo ............................................................................................ 22

3.6.2 Patologias observadas ............................................................................................................ 29

3.6.3 Aspetos críticos na conceção e execução .............................................................................. 34

3.7 Análise do comportamento do túnel ............................................................................................ 35

3.7.1 Verificação da armadura mínima para controlo de fendilhação .............................................. 35

3.7.2 Análise do modelo estrutural – Plaxis ..................................................................................... 37

4 Proposta de solução de reabilitação .................................................................................................... 51

4.1 Modelo de cálculo – geometria e condições de fronteira ............................................................ 51

4.2 Modelo de cálculo – materiais ..................................................................................................... 52

4.3 Processo de cálculo .................................................................................................................... 53

4.4 Resultados da análise numérica ................................................................................................. 53

4.4.1 Deslocamentos ........................................................................................................................ 54

4.4.2 Esforços ................................................................................................................................... 56

4.4.3 Interpretação de resultados e comparação de soluções ........................................................ 62

5 Proposta de alteração ao projeto inicial ............................................................................................... 65

5.1 Modelo de cálculo – geometria e condições de fronteira ............................................................ 65

5.2 Modelo de cálculo – materiais ..................................................................................................... 66

5.3 Processo de cálculo .................................................................................................................... 67

5.4 Resultados da análise numérica ................................................................................................. 67

5.4.1 Deslocamentos ........................................................................................................................ 67

5.4.2 Esforços ................................................................................................................................... 70

5.4.3 Interpretação de resultados e comparação de soluções ........................................................ 75

5.5 Análise de Custos e Análise comparativa das soluções propostas ............................................ 76

xi

6 Considerações finais e desenvolvimentos futuros ............................................................................... 77

6.1 Principais considerações ............................................................................................................. 77

6.2 Desenvolvimentos futuros ........................................................................................................... 78

Referências bibliográficas ........................................................................................................................... 81

Anexos ............................................................................................................................................................ I

Anexo A...................................................................................................................................................... II

Anexo B..................................................................................................................................................... IV

Anexo C ..................................................................................................................................................... V

Anexo D ................................................................................................................................................... VII

Anexo E...................................................................................................................................................... X

Anexo F ................................................................................................................................................... XIII

Anexo G .................................................................................................................................................. XVI

xiii

Índice de Figuras

Figura 2.1 - Comparação de custos relativos entre o método de escavação NATM e TBM, [3]. ................ 5

Figura 2.2 – Diferentes faseamentos construtivos do método NATM, [6]. ................................................... 7

Figura 2.3 – Esquema da execução das enfilagens em função do faseamento construtivo [7]. .................. 8

Figura 2.4 – Colocação de cambotas [2]. ...................................................................................................... 8

Figura 2.5 – Processo construtivo com frente de escavação faseada [5]. ................................................... 9

Figura 2.6 – Estrutura de cofragem do betão moldado [8]. ....................................................................... 10

Figura 2.7 – Pregagens radiais [2]. ............................................................................................................. 10

Figura 3.1 – Mapa da ilha da Madeira com identificação do túnel da Encumeada [11]. ............................ 17

Figura 3.2 – Complexos vulcânicos da ilha da Madeira [12]. ...................................................................... 18

Figura 3.3 - Precipitação total entre 2000 e 2014 na região de Lisboa, Funchal e Encumeada, adaptado

de [16]. ......................................................................................................................................................... 21

Figura 3.4 – Solução de revestimento provisório ZG1 e ZG2, [12]. ............................................................ 22

Figura 3.5 – Solução de revestimento provisório ZG3A, [12]. .................................................................... 23

Figura 3.6 – Solução de revestimento provisório ZG3B, [12]. .................................................................... 23

Figura 3.7 – Emboquilhamento sul, reforço do talude corte e alçado, [12]. ................................................ 24

Figura 3.8 – Emboquilhamento norte, reforço do talude corte e alçado, [12]. ............................................ 24

Figura 3.9 – Pormenor da membrana impermeabilizante e respetivo dreno [12]. ...................................... 25

Figura 3.10 – Solução de revestimento definitivo ZG1 e ZG2 (esquerda), ZG3A e ZG3B (direita), projeto

base [12]. ..................................................................................................................................................... 26

Figura 3.11 – Solução estrutural zona ZG1, ZG2 e emboquilhamento Sul, projeto base [12]. .................. 26

Figura 3.12 Solução estrutural zona ZG3A, ZG3B e emboquilhamento Norte, projeto base [12]. ............. 27

Figura 3.13 – Solução estrutural secções ZG1 e ZG2 (Projeto de Execução) [18]. ................................... 28

Figura 3.14 – Solução estrutural secções ZG3A e ZG3B (Projeto de Execução) [18]. .............................. 28

Figura 3.15 – Caixa de visita e tubo de drenagem esmagado e obstruído com material depositado e água.

..................................................................................................................................................................... 29

Figura 3.16 – Tubo bueiro instalado para drenar a água do tardoz do túnel preenchido com material. .... 30

Figura 3.17 – Eflorescências no passeio. ................................................................................................... 30

Figura 3.18 – Zona intervencionada (colocação de laje de pavimento) e zona com depressão no

pavimento. ................................................................................................................................................... 31

Figura 3.19 – Fissura horizontal com abertura significativa acompanhado de afluência de água. ............ 31

Figura 3.20 – Padrão de fendilhação vertical, com afastamento regular. ................................................... 32

Figura 3.21 – Fissura com espessura significativa ao longo de todo o revestimento- aproximadamente 8

cm. ............................................................................................................................................................... 32

Figura 3.22 – Fenda junto a junta de betonagem e consequente afluência de água. ................................ 33

Figura 3.23 – Delaminação do revestimento definitivo [18]. ....................................................................... 33

Figura 3.24 – Zona de reforço com malha-sol e pregagens de 3,5 metros. ............................................... 34

xiv

Figura 3.25 –Variação do parâmetro k em função da espessura. .............................................................. 36

Figura 3.26 – Geometria da solução atual e respetiva identificação das secções. .................................... 38

Figura 3.27 – Formulação do modelo Hardening Soil. ................................................................................ 38

Figura 3.28 – Deslocamentos totais após a escavação e implementação do suporte provisório. ............. 41

Figura 3.29 Deslocamento total, horizontal e vertical para a solução atual. ............................................... 42

Figura 3.30 - Curva de Interação N-M – revestimento definitivo, sem a pressão das argilas expansivas. 45

Figura 3.31 Curva de Interação N-M – carga de 150 kPa. ......................................................................... 46



Figura 4.1 – Secção transversal da solução de reforço. ............................................................................. 52

Figura 4.2 Deslocamentos totais – solução atual e soluções de reforço. ................................................... 54

Figura 4.3 – Deslocamentos horizontais – solução atual e soluções de reforço. ...................................... 55

Figura 4.4 Deslocamentos verticais– solução atual e soluções de reforço. ............................................... 55

Figura 4.5 – Geometria e gabarit da solução atual e solução de reforço. .................................................. 56

Figura 4.6 – Curva de Interação N-M – revestimento definitivo. ................................................................. 58

Figura 4.7– Curva de Interação N-M – carga de 150 kPa. ......................................................................... 58

Figura 4.8– Curva de Interação N-M – carga de 225 kPa. ......................................................................... 59

Figura 4.9 – Curva de Interação N-M– carga de 270 kPa. ......................................................................... 59

Figura 4.10 – Curva de teste ao fogo – SIKAcrete 213 F, adaptado de [22] .............................................. 63

Figura 5.1 – Geometria e respetivo gabarit da solução atual, de reforço e de proposta de alteração ao

projecto inicial .............................................................................................................................................. 65

Figura 5.2 – Geometria da proposta de alteração. ..................................................................................... 65

Figura 5.3 - Deslocamentos totais – solução atual e novas soluções estruturais. .................................... 68

Figura 5.4 – Deslocamentos horizontais – solução atual e novas soluções estruturais. ............................ 68

Figura 5.5 – Deslocamentos verticais – solução atual e novas soluções estruturais. ................................ 69

Figura 5.6 – Deslocamento do solo para a solução de 0,4 metros. ............................................................ 69

Figura 5.7 – Curva de Interação N-M – revestimento definitivo. ................................................................. 72

Figura 5.8 – Curva de Interação N-M – carga de 150 kPa. ........................................................................ 72

Figura 5.9 – Curva de Interação N-M – carga de 225 kPa. ........................................................................ 73

Figura 5.10 – Curva de Interação N-M – carga de 270 kPa. ...................................................................... 73

Figura D.1-Diagrama de esforço normal –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala). ..... VII

Figura D. 2-Diagrama de esforço normal –argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala). ............................. VII

Figura D. 3 - Diagrama de esforço transverso–Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

.................................................................................................................................................................... VIII

Figura D. 4- Diagrama de esforço transverso– Argilas a 225 kPa e 270 kPa(sem escala). ...................... VIII

Figura D.5 - Diagrama de momento fletor –Revestimento Definitivo e argilas a 150kPa (sem escala). .... IX

xv

Figura D.6- Diagrama de momento fletor – Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala). ............................ IX

Figura E.1 - Diagrama de esforço normal –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala). ..... X

Figura E.2 - Diagrama de esforço normal –Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala). .............................. X

Figura E.3 - Diagrama de esforço trasnverso –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

...................................................................................................................................................................... XI

Figura E.4- Diagrama de esforço transverso –Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala). ........................ XI

Figura E.5- Diagrama de momento fletor –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala). .... XII

Figura E.6- Diagrama de momento fletor –Argilas a 225kPa e 270kPa (sem escala)................................ XII

Figura F.1 – Diagrama de esforço normal – Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala). . XIII

Figura F.2– Diagrama de esforço normal – Argilas a 225kPa e 270kPa (sem escala). ............................ XIII

Figura F.3– Diagrama de esforço transverso - Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

.................................................................................................................................................................... XIV

Figura F.4– Diagrama de esforço transverso – Argilas a 225kPa e 270kPa (sem escala) ....................... XIV

Figura F.5– Diagrama de momento fletor – Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).... XV

Figura F.6– Diagrama de momento fletor –Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala). ............................ XV

xvii

Índice de Tabelas

Tabela 2.1 – Vantagens e desvantagens do método NATM. ..................................................................... 11

Tabela 2.2 – Vantagens e desvantagens do método TBM. ........................................................................ 13

Tabela 3.1 – Definição do zonamento geotécnico definido no Projeto Base [12]....................................... 19

Tabela 3.2 – Classificação Rock Mass Ration, adaptado de [12]. .............................................................. 19

Tabela 3.3 – Caraterísticas da montmorilonite – adaptado de [14]. ........................................................... 20

Tabela 3.4 – Parâmetros para verificação da armadura longitudinal. ........................................................ 36

Tabela 3.5 – Verificação da armadura longitudinal. .................................................................................... 36

Tabela 3.6 – Caraterísticas geométricas do túnel. ...................................................................................... 37

Tabela 3.7 – Parâmetros modelo Hardening Soil. ...................................................................................... 39

Tabela 3.8 – Caraterísticas da camada de suporte provisória.................................................................... 39

Tabela 3.9 – Caraterísticas da camada de suporte provisória (talude etapa 2 e 3). .................................. 40

Tabela 3.10 – Caraterísticas da camada de suporte definitiva. .................................................................. 40

Tabela 3.11 – Esforços majorados da solução atual. ................................................................................. 43

Tabela 3.12 – Esforço axial e tensões normais. ......................................................................................... 44

Tabela 3.13 – Geometria e pormenorização das secções do túnel. ........................................................... 45

Tabela 3.14 – Esforço transverso em função do caso de carga – secções com armadura específica. ..... 48

Tabela 3.15 – Esforço Transverso em função do caso de carga – Secções sem armadura específica. ... 49

Tabela 4.1 – Caraterísticas geométricas da proposta de reabilitação. ....................................................... 52

Tabela 4.2 – Caraterísticas do revestimento definitivo da proposta de reforço soleira de 0,6 metros. ...... 53

Tabela 4.3 – Caraterísticas do revestimento definitivo da proposta de reforço soleira de 0,4 metros. ...... 53

Tabela 4.4 – Caraterísticas do revestimento definitivo da proposta de reforço de abóbada e hasteais de

1,1 metros. ................................................................................................................................................... 53

Tabela 4.5 – Esforços majorados da solução de reforço 1. ........................................................................ 56

Tabela 4.6 – Verificação da tensão normal. ................................................................................................ 57

Tabela 4.7 – Propriedades da solução de reforço. ..................................................................................... 57

Tabela 4.8 – Análise de secções sem armadura específica de esforço transverso. .................................. 60

Tabela 4.9 – Armadura de esforço transverso da solução de reforço 1 – base hasteal. ........................... 61

Tabela 4.10 – Armadura de esforço transverso da solução de reforço 1 – zona lateral da soleira. .......... 61

Tabela 4.11 – Parâmetros para análise do controlo de fendilhação. .......................................................... 62

Tabela 4.12 – Armadura de controlo de fendilhação. ................................................................................. 62

Tabela 5.1 – Caraterísticas geométricas da proposta de alteração. .......................................................... 66

Tabela 5.2 – Caraterísticas do revestimento definitivo das propostas de alteração ao projeto inicial. ...... 66

Tabela 5.3 – Esforços máximos da solução de alteração do projeto de execução. ................................... 70

Tabela 5.4 – Tensão normal da nova solução de 0,4 metros. .................................................................... 71

Tabela 5.5 – Pormenorização de armaduras longitudinais. ........................................................................ 71

xviii

Tabela 5.6 – Análise de secções sem armadura específica de esforço transverso. .................................. 74

Tabela 5.7 – Parâmetros de cálculo da armadura mínima de controlo de fendilhação. ............................. 74

Tabela 5.8 – Armadura mínima de controlo de fendilhação. ...................................................................... 75

Tabela A.1– Processo Construtivo do túnel em estudo. ............................................................................... II

Tabela A.2– Processo Construtivo do túnel em estudo (continuação). ....................................................... III

Tabela B.1- Processo construtivo da solução de reforço 1. ......................................................................... IV

Tabela C.1– Processo construtivo da solução de alteração do projeto de execução. ................................. V

Tabela C.2- Processo construtivo da solução de alteração do projeto de execução (continuação). .......... VI

1

1 Introdução

1.1 Enquadramento

A ilha da Madeira devido à sua irregular orografia, apresentou desde sempre dificuldades para a

circulação e mobilidade dos seus habitantes e visitantes. Durante a primeira metade do séc. Séc.XX foi

desenvolvida uma rede viária, que englobou a construção de diversas estruturas entre as quais se

salientam pontes, muros de suporte e túneis. Durante esta época a tecnologia de construção de túneis,

ainda não estava muito desenvolvida em Portugal, deste modo a maioria dos túneis não apresenta

estrutura de suporte de betão, sendo a mesma apenas constituída maioritariamente pela rocha escavada.

Este método construtivo apenas é possível, quando a rocha apresenta elevada capacidade resistente e

homogeneidade, estando sempre associada a alguma imprevisibilidade. No total foram construídos 28

túneis perfazendo um total de 4,8 km de desenvolvimento longitudinal.

A partir do final do Séc. XX a rede rodoviária de circulação na ilha da Madeira foi incrementada, para

satisfazer as necessidades socioecónomicas vigentes, diminuindo os tempos de viagem entre

localidades. Para tal foi construída uma via rápida e sete vias expresso, que contemplaram a construção

de 180 túneis com extensão total de 100 km, no qual se inclui o túnel da Encumeada com 3100 metros.

Aquando da segunda intervenção, a evolução da tecnologia e o conhecimento das caraterísticas das

condições geológico-geotécnicas, conseguidas através de diversos ensaios e sondagens, permitiu a

redução da imprevisibilidade e o aumento da segurança durante a construção. Os “novos” túneis foram

construídos com recurso ao método NATM (New Austrian Tunneling Method), o qual contempla a

colocação de camada de suporte provisória, impermeabilização e camada de suporte definitiva.

Como em todas as estruturas, o projeto dos túneis está associado a duas vertentes, a construção e a sua

exploração. Estas duas componentes são vitais para o bom funcionamento da obra ao longo da sua vida

útil. Diversos túneis sofreram alterações de carregamento e mudanças na utilidade, o que pode provocar

deterioração das estruturas. Como tal, as estruturas subterrâneas necessitam de manutenção e em

diversos casos de soluções de reforço de modo a prolongar a sua vida útil.

Os túneis mais antigos apresentam atualmente um estado de conservação razoável, requerendo uma

contínua monitorização do seu comportamento para continuação da sua exploração em condições de

segurança. Os túneis construídos na segunda metade do séc. XX, encontram-se maioritariamente em

bom estado de funcionamento, sendo também essencial a sua constante monitorização. O túnel da

Encumeada, o qual será alvo de análise detalhada, encontra-se em fase de exploração, contudo tem

vindo a apresentar diversas patologias, devido à pressão associada à expansibilidade das argilas

presentes no local e para o qual poderá não estar dimensionado. No decorrer da presente dissertação

será dado especial foco às patologias observadas e ao reforço estrutural necessário para assegurar o

bom funcionamento do mesmo [1].

2

1.2 Objetivos do trabalho

A presente dissertação constitui-se como um documento descritivo da análise do comportamento

estrutural de túneis. Numa primeira fase pretende-se efetuar uma síntese dos vários métodos

construtivos de túneis, em função dos respetivos condicionamentos. Numa segunda fase será efectuado

um estudo detalhado do comportamento estrutural do túnel da Encumeada, na ilha da Madeira. Na

referida fase, propõe-se o levantamento e análise das patologias do revestimento, drenagem e

pavimento, documentadas aquando da visita ao túnel no dia 20 de Junho de 2016, com o apoio da

empresa Via Expresso. A análise do comportamento estrutural, será efetuada com base na modelação

das secções críticas do túnel, tendo em conta as ações a que o revestimento está sujeito e o respetivo

zonamento geológico-geotécnico. De acordo com os resultados obtidos, pretende-se estudar uma

solução de reforço estrutural e uma solução de alteração ao projeto inicial, que poderiam vir a ser

implementadas no túnel da Encumeada.

1.3 Estrutura da dissertação

A dissertação está estruturada em seis capítulos, para além do presente capítulo de introdução organiza-

se em:

Capítulo 2 – este capítulo aborda os diferentes métodos construtivos utilizados na execução de

túneis, com especial ênfase no método NATM e TBM. Posteriormente são pormenorizados

diversos métodos de reforço estrutural e identificado o plano de monitorização e observação;

Capítulo 3, 4 e 5 – estes capítulos centram-se no caso de estudo – túnel da Encumeada. No

capítulo 3 é realizado o enquadramento da obra e as suas condicionantes. É caracterizado o

comportamento de maciços argilosos e os cuidados a ter a curto e longo prazo quando se

efectuam escavações. Será dado especial foco à montmorilonite, por ser um elemento, com

caraterísticas geológico-geotécnicas muito particulares, do maciço intersetado pelo túnel da

Encumeada. Seguidamente é apresentado o método construtivo preconizado na obra, bem como

as patologias que têm sido observados ao longo do tempo de vida útil. Por fim é realizada uma

análise estrutural, sendo apresentados os resultados do mesmo. Face às patologias observadas

e recorrendo à análise do modelo estrutural são apresentadas uma proposta de reabilitação e

uma proposta de alteração ao projeto inicial, capítulo 4 e 5, respetivamente. No capítulo 5 é

também efetuada uma análise económica das diversas soluções analisadas e apresentado o

mapa de quantidades de trabalho respetivo;

Capítulo 6 – neste capítulo são apresentadas as conclusões resultantes do trabalho da

dissertação. Adicionalmente, serão também apresentados possíveis desenvolvimentos futuros

com o intuito de alargar o conhecimento sobre a área e desenvolver temas não abordados na

presente dissertação.

Por fim são apresentadas as referências bibliográficas utilizadas no âmbito da presente dissertação.

3

2 Processos construtivos, reforço estrutural e monitorização de

túneis

Na atualidade, com a tecnologia e os métodos construtivos existentes, o local de implantação do túnel e

as caraterísticas e condições geológico-geotécnicas do solo envolvente não podem ser o maior obstáculo

à construção do mesmo. Face ao aumento da necessidade de “crescer em profundidade” motivado pela

melhoria das condições e de qualidade de vida e a minimização dos impactes ambientais, é necessário

acautelar os riscos associados. Deste modo, é fulcral prever os possíveis problemas de estabilidade e os

movimentos associados à construção do túnel, causados pela alteração do estado de tensão induzidos

pela escavação.

Os deslocamentos podem ser, à priori, determinados através da modelação numérica, 2D ou 3D do túnel,

definindo-se a solução mais adequada em termos de segurança e economia.

Os deslocamentos podem ter diversas origens, salientando-se:

- os decorrentes de trabalhos preliminares;

- o movimento do solo para o vazio criado pela abertura do túnel;

- os fenómenos de consolidação e compressão do solo e correspondentes variações da tensão

efectiva.

Associados à construção e posterior manutenção do túnel podem desenvolver-se problemas de

estabilidade causados por deslocamentos excessivos, destacando-se os seguintes tipos:

- estabilidade local na zona da abóbada e dos hasteais (zona lateral da estrutura), durante a

construção ou período de vida útil do túnel;

- estabilidade global - caracterizada pela deformação da frente de escavação. Rotura do terreno

por efeito de chaminé na frente de escavação causado pela interseção da frente de escavação com uma

zona de material desagregado e água;

- estabilidade do contorno - provocados por aumentos da pressão do contorno, provocando

instabilidade local ou global.

A instrumentação e monitorização devem ser executadas ao longo da construção e exploração,

assegurando a constante estabilidade do túnel. Caso os deslocamentos relativos detetados pelos

equipamentos de monotorização, apresentem uma ordem de grandeza superior, ao máximo exigível, é

necessário equacionar a alteração do método construtivo previsto, ou medidas de reforço da estrutura e

estabilidade do solo.

4

Na atualidade existem diversos métodos de escavação de túneis, apresentando diferentes níveis de

complexidade, sendo a escolha diretamente condicionada pelo local de implantação do túnel. Deste

modo, existem:

construções a céu aberto – cut&cover;

construções subterrâneas, que incluem : NATM (New Austrian Tunneling Method), TBM (Tunnel

Boring Machine), método que poderá incluir, pré corte mecânico, microtunelação, entre outros.

Na presente dissertação será dado especial ênfase à construção subterrânea, na qual se inclui: o método

NATM e TBM que possibilitam, na maioria das situações, uma redução dos custos e dos prazos de

execução. O método NATM apresenta-se como um método mais flexível, comparativamente com o

método TBM, caracterizado por ser uma escavação mecanizada.

A escolha do método mais adequado pode estar dependente dos seguintes fatores:

- Localização do nível freático – A presença de água na escavação é um inconveniente para

ambos os métodos. No método NATM, as condições de trabalho deterioram-se drasticamente,

sendo necessário a presença de tubos de drenagem e bombas para a execução da obra. No

método TBM a presença de água é solucionada com a escolha adequada da máquina

tuneladora. Contudo poderá ocorrer perdas de rendimento associadas à paragem do processo

construtivo;

- Tensões instaladas no terreno – Nas situações em que as tensões no solo são muito elevadas, a

escavação pelo método TBM pode apresentar alguns problemas, sendo fundamental a correta

escolha do tipo de máquina tuneladora e dos respetivos discos;

- Condições geológico-geotécnicas, heterogeneidade, compacidade e impermeabilidade das

mesmas – Nas situações em que existe uma variabilidade das condições geológico-geotécnicas,

o método NATM perfila-se como o método com menor risco, apresentando uma maior

flexibilidade face às condições geotécnicas. O método TBM adequa-se, nas situações em que, as

condições do solo que o túnel interseta longitudinalmente, são homogéneas ou apresentem

pouca variabilidade;

- Geometria do túnel, longitudinal e transversal;

- Logística do local da obra – O método TBM exige uma zona de estaleiro superior, para a

montagem e armazenamento dos elementos constituintes e instalação de equipamentos de porte

elevado para o transporte dos elementos da máquina tuneladora;

- Existência de edifícios nas imediações da construção do túnel – Nestas situações é necessário

realizar uma análise das vibrações e deslocamentos relativos, definindo-se o método que cause

menor deformação;

5

- Segurança do local e dos trabalhadores – O método TBM sendo um processo mecanizado, é

teoricamente mais rigoroso e preciso, no qual os trabalhadores estão menos expostos às

condições adversas existentes na frente de escavação dos túneis, como tal mais seguro;

- Custos, em função da dimensão longitudinal do túnel – Como é perceptível pela Figura 2.1 o

método NATM é mais económico para túneis, com comprimento aproximadamente inferior a

1,6 km, a partir deste comprimento a diferença entre os custos esbate-se. O método TBM

apresenta custos de montagem e desmonte elevados, o que encarece substancialmente a

solução, necessitando simultaneamente de espaço de montagem. O método NATM embora

apresente rendimentos de escavação reduzido, é competitivo para túneis de comprimentos

menores. Nestes casos é efectuado um faseamento construtivo eficaz, face às condições

geológico-geotécnicas existentes sendo possível trabalhar em diferentes frentes de escavações

[2].

Figura 2.1 - Comparação de custos relativos entre o método de escavação NATM e TBM, [3].

2.1 Métodos de escavação e construção de túneis

No presente sub-capítulo são definidos os dois principais métodos de construção de túneis, método

NATM e método TBM.

2.1.1 Método de escavação com suporte diferido – construção sequencial

O método NATM (New Austrian Tunneling Method) foi inicialmente desenvolvido para escavação em

maciços rochosos, contudo atualmente pode ser aplicado à grande maioria dos solos. Esta polivalência é

exequível mediante a aplicação de métodos de melhoramento do solo e da adaptação do faseamento

construtivo, em função das condições geológicas.

O presente método baseia-se na realização de duas fases distintas – a primeira contempla a escavação

com recurso a máquinas de escavação e desmonte dos maciços, com posterior colocação de suporte

primário. A segunda é caracterizada pela aplicação do suporte definitivo com membrana

impermeabilizante.

6

O suporte primário deve ser colocado com um intervalo de tempo reduzido face à escavação, tirando

partido do efeito de arco e limitando as deformações, associadas à alteração do estado de tensão. O

faseamento construtivo e o material utilizado, para o suporte provisório e definitivo, podem apresentar

diversas variantes em função das condições geológico-geotécnicas.

O método NATM tem de acautelar dois princípios fundamentais: o primeiro princípio baseia-se no

reconhecimento que a principal componente da estrutura de suporte é a capacidade resistente do

maciço, deste modo deve evitar-se alterar as suas capacidades resistentes iniciais. O segundo princípio

obriga à necessidade de uma constante instrumentação e monotorização da obra, de modo a confrontar

os resultados com os modelos numéricos definidos. Esta comparação e análise de resultados pode levar

ao ajuste ou alteração do método construtivo vigente [4].

2.1.1.1 Estabilidade da frente de escavação

A estabilidade da frente de escavação é uma fase crucial no processo construtivo de túneis quando se

executa a construção pelo método NATM, em solos. A estabilização permite melhorar o confinamento do

solo que será posteriormente escavado.

A estabilidade da frente de escavação é atualmente executada com recurso a diversas técnicas,

seguidamente são apresentadas as mais comummente utilizadas: [2] e [5]

Pregagens em fibra de vidro – as principais vantagens são: módulo de elasticidade

elevado (E=40 GPa), alta resistência à tração (1000 MPa) e à compressão, resistência à

corrosão, peso reduzido (1,9 kN/m2), neutralidade magnética e elétrica;

Colocação de drenos no perímetro da escavação para aliviar as pressões;

Escavação em talude, executado em caso de solos arenosos com inclinação equivalente

ao respetivo ângulo de atrito interno;

Faseamento da escavação – camada de suporte provisório com o respetivo número de

fases a executar transversalmente;

Enfilagens;

o Micro-Estacas;

o Jet-Grouting – solução adequada maioritariamente para solos arenosos e túneis

com profundidade reduzida. As enfilagens com recurso a jetgrouting, permitem

simultaneamente o aumento da resistência e impermeabilização do solo;

Injeções de consolidação – permitem a estabilização dos maciços rochosos ou do solo;

Pré corte – o corte é executado com calda de cimento, reduzindo a resistência e

facilitando o posterior desmonte da rocha;

7

Congelamento do solo – a água em estado líquido não resiste ao corte, ao congelar o

solo, esta passa a resistir o que evita que o solo comprima lateralmente. Salienta-se que

este método é apenas executado em países com temperaturas reduzidas, devido ao

elevado custo associado ao congelamento da água.

2.1.1.2 Construção pelo método NATM em solos

Previamente foi referido que o faseamento construtivo e a distância entre etapas da escavação, estão

diretamente condicionados pelo tipo de condições geológico-geotécnicas presentes em obra. Deste

modo, o número de fases de escavação e as técnicas de melhoramento do solo, estão intrinsecamente

relacionadas com a área da secção transversal e com a resistência apresentada pelos solos.

A execução pelo método NATM pode apresentar diversos faseamentos, como se identifica na Figura 2.2.

O incremento do número de fases, permite controlar a deformação do solo e diminuir os deslocamentos

relativos expectáveis durante a escavação. Nas situações em que o solo apresente resistência suficiente

é possível realizar a escavação em secção transversal completa.

Figura 2.2 – Diferentes faseamentos construtivos do método NATM, [6].

Seguidamente é apresentado um exemplo de solução com diversas técnicas de melhoramento de solo e

com 4 fases de escavação.

1ª fase – escavação longitudinal com faseamento a nível transversal e colocação do suporte provisório.

- Em casos de menor recobrimento ou na proximidade de edifícios, podem ser executadas enfilagens,

com sobreposição das mesmas na zona de início de cada etapa de escavação, Figura 2.3. As enfilagens

são dispostas de forma cónica com comprimento médio de 12 metros e com sobreposição de 3 metros.

8

Figura 2.3 – Esquema da execução das enfilagens em função do faseamento construtivo [7].

- Colocação de pregagens em fibra de vidro na zona central como técnica de melhoramento do solo,

conferindo resistência a tensões de tração;

- Escavação na zona dos hasteais;

- Colocação das cambotas metálicas, em perfil laminado ou treliçado, espaçadas de acordo com os

avanços da escavação, Figura 2.4. O espaçamento pode ser alterado em função dos dados da

monotorização e das deformações observadas. Caso o processo de escavação seja faseado as

cambotas são articuladas nas juntas das fases de construção;

Figura 2.4 – Colocação de cambotas [2].

- Betonagem dos hasteais com betão projetado reforçado com fibra de vidro – camada de suporte

provisório. O betão projetado é largamente utilizado neste domínio pois apresenta elevada resistência

inicial e facilidade de colocação. Em determinadas situações, poderá ser executada uma secção

provisória ovalizada com cambotas e betão projetado, com o intuito de melhorar o efeito de arco, estando

a secção maioritariamente sujeita a esforços normais;

- Em certos casos podem ser construídas micro-estacas na base das cambotas, para evitar a

compressão das cambotas. A compressão deve-se a: impulsos e perdas de resistência e de estabilidade

9

vertical ao escavar a zona da soleira. O suporte das cambotas pode, alternativamente, ser conferido por

cofragem colocada no interior do túnel, esta solução tem a evidente desvantagem da perda de espaço útil

no interior do túnel;

- Escavação na zona central e da abóbada;

- Betonagem da abóbada com betão projetado - camada de suporte provisório;

- Escavação e betonagem da soleira, com possível execução de laje.

A Figura 2.5 ilustra o processo construtivo preconizado.

Figura 2.5 – Processo construtivo com frente de escavação faseada [5].

2ª fase – Colocação da dupla camada impermeabilizante.

A impermeabilização impede as infiltrações de água para o interior, a dupla camada confere resiliência ao

sistema e permite a observação de possíveis danos durante colocação da mesma. A camada

impermeabilizante é constituída por um geotêxtil que impede a passagem de líquidos garantido a

estanqueidade, devendo apresentar resistência à degradação microbiológica e resistência química.

No decorrer desta fase é fundamental a execução do sistema de drenagem, que geralmente apresenta

dois tubos laterais que descarregam no tubo principal localizado na zona central. Se o túnel apresentar

um elevado desenvolvimento longitudinal é fundamental a instalação de bombas para a extração da

água.

3ª fase – Execução do suporte definitivo com betão armado moldado in situ.

A camada de suporte definitiva é dimensionada para resistir a todas as cargas a que o túnel estará

sujeito ao longo do tempo de vida útil da estrutura. No dimensionamento estrutural não são

contabilizados os elementos da camada de suporte provisória. Na Figura 2.6 apresenta-se uma estrutura

de cofragem utilizada para a colocação adequada do betão moldado.

10

Figura 2.6 – Estrutura de cofragem do betão moldado [8].

2.1.1.3 Construção em maciços rochosos

O método NATM foi originalmente desenvolvido para a construção em maciços rochosos, neste caso não

é necessário a colocação da camada de suporte primário, devido às caraterísticas geotécnicas. A

escavação é efetuada com recurso a máquinas de escavação (processo moroso) ou com recurso a

explosivos, sendo a última menos corrente principalmente em zonas urbanas.

A escavação poderá ser executada sem faseamento construtivo, sendo comum a execução de

pregagens transversais para mobilizar eficazmente o efeito de arco, como representado na Figura 2.7. As

pregagens podem ser executadas com calda de cimento ou com recurso a água injetada sob pressão

(Swellex Nails). As pregagens com recurso a Swellex Nails permitem o reforço do maciço através da

mobilização do atrito e encravamento mecânico contínuo. As pregagens Swellex são executadas com um

tubo de aço de fina espessura, sendo injetada água a alta pressão, originando a expansão do varão. Este

processo promove a compressão do terreno, na zona de aplicação das pregagens radiais [9].

Figura 2.7 – Pregagens radiais [2].

11

Com base na análise efetuada, apresenta-se na Tabela 2.1, as vantagens e desvantagens do método

NATM.

Tabela 2.1 – Vantagens e desvantagens do método NATM.

Vantagens Desvantagens

Versatilidade do método Baixa produtividade associado ao tempo de

execução

Várias frentes de escavação Necessidade de tratamento da frente de escavação

Facilidade de mudança de secção e direção Necessidade de controlo do nível freático

Baixo custo de investimento Condições de segurança

Revestimento monolítico em betão armado Instalação imediata do suporte provisório para

controlo das deformações (em solos)

Escavação faseada Baixo rendimento de desmonte de rocha

2.1.2 Método de escavação com recurso a escudos - TBM

A escavação com recurso a escudos é executada com máquinas tuneladoras, também designadas por

TBM – Tunnel Boring Machine. As tuneladoras são elementos tubulares metálicos com comprimento

longitudinal mínimo da ordem dos 100 metros e com diâmetro variável entre os 4,20 metros e os

16 metros. Os diâmetros inferiores a 4,20 metros, entram no domínio da microtunelação (secção

completa), face aos estudos desenvolvidos ao longo dos últimos anos o diâmetro da micro-tunelação é

passível de aumentar [3].

O método TBM pode ser adaptado a qualquer tipo de formação geológico-geotécnica, contudo é

desejável ter um estudo geológico bem documentado. Caso se detetem condições diferentes das

inicialmente previstas, existe uma menor flexibilidade relativamente ao método NATM. Em determinadas

situações, poderá ser executado um túnel piloto como sondagem ou como meio de construção. Este

último caso é apenas utilizado em túneis com condições de segurança e estabilidade reduzida. O túnel

piloto permite melhorar o solo, que será posteriormente escavado [2].

As tuneladoras são definidas em função da formação geológica predominante no local da escavação.

Quando há alteração da natureza do solo, é necessário substituir a cabeça de corte. Como tal é

necessário efetuar um poço, até à zona de frente de escavação, para se proceder à referida alteração.

O referido método apresenta como principal vantagem a possibilidade da contenção das deformações do

maciço envolvente, dado pela própria tuneladora, permitindo na maioria das situações diminuir ou anular,

os tratamentos do solo necessários no método NATM.

Adicionalmente, apresenta ritmos de escavação substancialmente elevados, da ordem dos 20 metros/dia

em comparação com o método NATM, de aproximadamente 6 metros/dia [3].

12

As tuneladoras são constituídas por dois elementos fundamentais, na dianteira está localizado o escudo

que contacta diretamente com a frente de escavação. Na restante secção localiza-se o sistema de

suporte à operação do escudo – comboio auxiliar, o qual engloba os seguintes elementos [3]:

Alinhador de aduelas;

Tanques de calda de injeção;

Tapetes para remoção dos materiais;

Ventiladores;

Transformadores;

Redes de cabos.

As tuneladoras estão divididas em quatros grupos principais: tuneladora sem escudos, escudos abertos,

escudos fechados e escudos duplos. A escolha da solução ótima, baseia-se maioritariamente num

estudo dos materiais do solo e da análise das tensões verticais e horizontais instaladas.

2.1.2.1 Tuneladora sem escudos

Este tipo de escudo é adequado para formações rochosas, não sendo necessário a estabilização

imediata da frente de escavação. A tuneladora é constituída por dois grippers laterais que pressionam o

maciço. A cabeça de corte é constituída por discos que desmontam o maciço rochoso, que é

posteriormente transportado para a zona da retaguarda. Paralelamente a máquina aplica betão projetado,

cambotas e pregagens radiais para estabilizar o maciço e garantir o efeito de arco [3].

2.1.2.2 Escudos abertos

Os escudos abertos são utilizados em situações nas quais não é necessário estabilizar a frente de

escavação, estando o nível freático a uma cota reduzida face à cota de implantação do túnel. O seu

funcionamento na dianteira é similar ao da tuneladora sem escudos. A diferença baseia-se na aplicação

das camadas de suporte. Neste caso, na zona posterior do escudo são implantadas aduelas de betão

pré-fabricado ligadas por conectores/parafusos metálicos [2] e [3].

2.1.2.3 Escudos fechados

As tuneladoras com escudos fechados permitem a estabilização e o suporte da frente de escavação e a

construção em locais de nível freático elevado. O princípio de funcionamento baseia-se na aplicação de

pressão na frente de escavação. A aplicação da pressão pode ser executada com tuneladoras de

escudo de reação por fluído, as quais utilizam água ou lamas betóniticas - Slurry Shields, ou com

máquinas de contra pressão – EPBM – Earth Pressure Balance Machine. A pressão aplicada iguala a

tensão do solo, permitindo a estabilização da escavação [3].

13

2.1.2.4 Escudos duplos

Este equipamento tem o seu campo de aplicação em maciços rochosos de elevada rigidez, com

interseções de zonas com falhas geológicas.

A tuneladora apresenta uma zona frontal extensível, a qual é utilizada nas zonas de elevada rigidez. Os

grippers apoiados no maciço rochoso, aplicam pressão lateral para o avanço da escavação e posterior

aplicação das aduelas. Nas zonas com falhas geológicas, a máquina retorna a dimensão original. A

pressão lateral é introduzida no túnel, previamente construído, que apresenta elevada rigidez em

comparação com a zona da falha.

Nas tuneladoras com escudos é aplicado o sistema de suporte definitivo, o qual é constituído pelas

aduelas de betão armado ligadas por conectores metálicos. A zona do escudo apresenta um diâmetro

superior ao diâmetro útil do túnel. Após a escavação é aplicado calda de cimento para evitar possíveis

assentamentos.

O método TBM tem uma estrutura isostática. É necessário monitorizar as construções executadas na

envolvente para evitar a possível rotura da estrutura.

Em síntese, apresenta-se na Tabela 2.2, as vantagens e desvantagens do método TBM

Tabela 2.2 – Vantagens e desvantagens do método TBM.

Vantagens Desvantagens

Rendimento elevado Custo do equipamento

Estabilidade da frente de escavação Transporte e colocação da tuneladora

Mecanização do processo Apenas uma frente de trabalho, com quebra de

rendimento em caso de avaria

Segurança -

14

2.2 Reforço estrutural

As estruturas subterrâneas ao longo do tempo de vida útil podem apresentar diversas patologias

estruturais. As patologias podem ser provocadas por diversos fatores, entre os quais se salientam:

alteração de carregamento para o qual foi dimensionada e o ambiente agressivo a que estão sujeitas.

Nestes casos, é necessário executar uma análise detalhada do comportamento do túnel sujeito às novas

ações, para dimensionar o reforço estrutural necessário. O reforço estrutural consiste na melhoria das

caraterísticas mecânicas do suporte definitivo e do maciço envolvente, precavendo fenómenos de

instabilidade global ou local, associado ao controlo de deformações. Como técnicas de reforço podem ser

consideradas as seguintes:

2.2.1 Drenagem

As pressões hidrostáticas não previstas, causadas pelo aumento do nível freático são um dos principais

problemas em túneis. Estas pressões aumentam o carregamento no suporte definitivo do túnel, podendo

alterar o comportamento do solo.

O aumento de pressões pode provocar fissuração acompanhada de afluência de água e em último caso

destacamentos de secções de betão. Para impedir o aparecimento da água recomenda-se a execução

de furos no maciço, com colocação de geodrenos, diminuindo as pressões hidrostáticas a que o túnel

está sujeito. Para avaliar a pressão da água, sugere-se a implementação de manómetros, nos

geodrenos. Quando associado à água surgem partículas suspensas, é recomendável uma constante

manutenção do sistema de drenagem para impedir a colmatação da rede.

2.2.2 Injeções de consolidação no extradorso do suporte definitivo

A aplicação de injeções deverá ser executada em zonas de fissuração do suporte definitivo, aumentando

deste modo a capacidade resistente e impedindo infiltrações. O material da injeção deve ser definido em

função das caraterísticas geológico-geotécnicas e da dimensão das fraturas.

2.2.3 Betão projetado

Nos casos em que a estrutura de suporte se encontra muito deteriorada, poderá ser necessário aumentar

a espessura da camada de suporte. O incremento da espessura pode ser executado com recurso a betão

projetado com possível reforço de fibras de vidro, o qual dispensa o uso de cofragens. É necessário ter

em consideração, que o aumento da espessura da camada de suporte, provoca uma diminuição da

secção útil do túnel.

2.2.4 Pregagens

A execução de pregagens tem como principais objetivos o aumento da capacidade resistente do suporte

definitivo, solidarizando-o com o maciço, assim como a injeção de zonas fissuradas.

15

2.2.5 Microestacas

A utilização de microestacas tem como principal objetivo o reforço da zona de ligação soleira – hasteal,

permitindo resistir ao novo carregamento e impedir o assentamento provocado pelo aumento das

deformações.

2.2.6 Jetgrouting

O reforço do terreno com recurso a jetgrouting apresenta várias funcionalidades, entre as quais se

salientam:

Impermeabilização de hasteais, abóbada e soleira;

Aumento de resistência (consolidação) permitindo suportar a alteração do estado de tensão;

Tratamento de camadas de solo permeáveis.

A técnica de jet grouting consiste na introdução de jatos de calda a alta velocidade, que provoca o corte e

a desagregação do solo natural. A injeção forma um “novo material” constituído por calda e solo, com

resistência mecânica superior e pouco permeável.

2.2.7 Reparação de juntas

A junta é uma das zonas mais sensíveis ao longo do desenvolvimento longitudinal do túnel. Para efetuar

a reparação da junta, esta deve ser previamente limpa, com remoção da argamassa constituinte para

posterior colocação do novo material.

Um dos materiais comummente utilizados para túneis, que se encontrem em constante contacto com a

água é a hydrotite. O referido material é constituído por uma mistura de resina hidrófila extruída,

conformada e vulcanizada sobre um elastómero de cloropreno. Esta composição permite uma expansão

até oito vezes o seu volume inicial, quando se encontra em contacto com a água [10].

16

2.3 Plano de monitorização

A correta execução e construção do túnel está diretamente relacionada com a definição do plano de

instrumentação e monitorização, como tal a sua execução revela-se de carácter fundamental. O referido

plano permite realizar um controlo da execução da obra, durante a construção e exploração obtendo-se

informações directa e indiretamente sobre:

Deformações e deslocamentos relativos;

Alterações do estado de tensão do solo.

Deste modo paralelamente ao método observacional com inspecções regulares, é crucial a

implementação de equipamentos de instrumentação internos e externos em várias secções do túnel. A

análise e comparação dos resultados obtidos com a modelação numérica, permite adaptar a solução de

construção adotada, em função dos indicadores de estabilidade do túnel.

Existem no mercado diversos equipamentos, que permitem uma constante monitorização da obra, entre

os quais se salientam:

- Extensómetros – deverão ser instalados em furos previamente abertos a partir da superfície. O

extensómetro permite avaliar o comportamento do maciço durante a escavação e exploração,

efectuando-se um controlo das deformações ao longo do tempo;

- Alvos topográficos – permite monitorizar os deslocamentos e deformações relativas no interior do túnel

durante a escavação e exploração;

-Inclinómetro – tem como função a avaliação dos deslocamentos horizontais. O inclinómetro deverá ser

encastrado na soleira do túnel;

-Piezómetro – permite a avaliação das variações do nível freático.

Em virtude dos valores obtidos através do sistema de monitorização e dos valores expectáveis de

deformações definidos em projeto, deverão ser definidos critérios de alarme e alerta. Se os critérios de

alarme e alerta forem excedidos, é necessário adotar soluções de reforço da solução.

O plano de monitorização deve ser definido tanto em fase de construção, como de exploração. O plano

de monitorização em fase de obra é fundamental para confirmar, em tempo útil, as opções de conceção,

definidas em fase de projeto.

17

3 Caso de estudo – Túnel da Encumeada

3.1 Enquadramento geral

O túnel da Encumeada localizado na ilha de Madeira desenvolve-se com uma extensão total de

3.100 metros. A sua construção foi iniciada em Novembro de 1997, com inauguração no ano de 2000.

O túnel, após os primeiros dois anos, começou a apresentar diversas patologias relacionadas com um

deficiente comportamento do sistema de drenagem e com deficiente execução da camada de suporte

definitiva de betão armado. Nos subcapítulos seguintes será descrito o método construtivo e as

patologias observadas, com posterior análise numérica, da secção mais condicionante e respetiva

solução estrutural, com recurso ao programa de elementos finitos – plaxis 2D. Na Figura 3.1 é

apresentada a planta da ilha da Madeira, localizando-se o túnel da Encumeada na VE4.

Figura 3.1 – Mapa da ilha da Madeira com identificação do túnel da Encumeada [11].

Para o estudo da solução estrutural e referentes patologias, foram considerados os seguintes elementos

de base:

Projeto base e projeto de execução do Túnel da Encumeada, desenvolvido pelas empresas

PLANEGE e CÊGÊ, Maio de 1995;

Nota técnica Nº1, Análise das patologias ocorrentes no túnel da Encumeada, JETsj, 2015.

Adicionalmente, foram consideradas todas as informações recolhidas in loco, durante a visita ao túnel da

Encumeada, efetuada no dia 20 de Junho de 2016, com o acompanhamento de colaboradores da Via

Expresso.

Túnel da Encumeada

18

3.2 Localização

O túnel da Encumeada foi construído para ligar o Vale da Ribeira de São Vicente (zona Norte) até ao

Vale da Ribeira Brava (zona Sul), com uma extensão total de 3,100 km e 690 metros de recobrimento

máximo. O túnel bidirecional apresenta uma secção transversal de 8,3 metros, com duas faixas de

3,5 metros cada e gabarit de 5 metros.

O perfil longitudinal apresenta cota de soleira de 460 m no emboquilhamento sul e 435 m no

emboquilhamento norte.

3.3 Caracterização geológica do local

A ilha da madeira é maioritariamente constituída por dois complexos vulcânicos – 1 (complexo base) e

2 (complexo periférico). O complexo 1 é maioritariamente constituído por basaltos com diversos filões,

o complexo 2 é caracterizado por materiais piroclásticos com interseções de filões basálticos e zonas de

solo argiloso. Em locais pontuais e com menor expressão existem os complexos ecom a

disposição indicada na Figura 3.2

Figura 3.2 – Complexos vulcânicos da ilha da Madeira [12].

O túnel desenvolve-se quase na totalidade no complexo 1, com incursões do complexo 3 (basaltos).

No local de implantação do túnel e de acordo com o Projeto Base (Planege) foram definidas e

caracterizadas quatro zonas geotécnicas designadas por ZG1, ZG2, ZG3A e ZG3B, caracterizadas na

Tabela 3.1.

19

Tabela 3.1 – Definição do zonamento geotécnico definido no Projeto Base [12].

ZG Litologia

Material Rocha Maciço Rochoso

Resist. Compre. Uniaxial (MPa)

Coesão (kPa)

Ang. Atrito

(graus)

Mod. Defor. (MPa)

Coesão (kPa)

Ang.atrito (graus)

Mod. Defor. (MPa)

1 Escoadas basálticas a filões e chaminés

espessas 150 2000 45 25000 400 35 15000

2

Depósitos conglomeráticos

brechóides e piroclástos sãos e

compactos

10 1500 40 10000 300 30 10000

3A

Piroclástos alterados pouco compactos,

escoadas basálticas e filões alterados

2 100 35 5000 200 25 2000

3B Depósitos freato-

magmáticos 0,5 100 25 2000 100 15 1000

Durante o processo de escavação e de acordo com o projeto base, foi atribuído ao maciço a seguinte

classificação RMR (Rock Mass Rating, de Bieniawsky) – Tabela 3.2. Adicionalmente, é referido no projeto

base a existência de uma grande densidade de filões, que poderão facilitar a percolação de água para o

interior do túnel.

Tabela 3.2 – Classificação Rock Mass Ration, adaptado de [12].

Zona Geotécnica Descrição do maciço RMR

ZG1 Maciço bom >60 ZG2 Maciço razoável 40 a 60

ZG3A Maciço fraco 20 a 40 ZG3B Maciço muito fraco <25

O comportamento do material é inferior quanto maior a classe, a zona ZG3B é a que apresenta menos

capacidade resistente. De acordo com o projecto base, em ZG3 existem fraturas com percolação

elevada, com caudal estimado de 10l/min.

A zona ZG3B, caracterizada por materiais freato-magmáticos apresenta indícios de montmorilonite,

material argiloso, expansível na presença de água. O comportamento dos materiais argilosos será

descrito no subcapitulo 3.4 da presente dissertação.

Ao longo do desenvolvimento longitudinal do túnel foi atribuído o respetivo zonamento, como tal: a zona

sul do túnel foi caracterizada predominantemente como ZG1 e ZG2. Os primeiros 50 metros da zona

norte do túnel foram caracterizados como zona ZG3B, e os 50 metros seguintes como ZG3A. O

emboquilhamento norte foi considerado ZG3B e o emboquilhamento sul como ZG2.

20

3.4 Caracterização geológica de materiais argilosos

As argilas são constituídas por silicatos hidratados de alumínio, magnésio e ferro, partículas estas, de

dimensões inferiores a 0,002 milímetros, resultantes de um processo químico de solução e cristalização.

Devido ao seu processo de formação, estas não apresentam uma estrutura cristalina idêntica à do

material constituinte que lhe deu origem. Tanto o processo químico como o ambiente no qual a argila é

formada influência as caraterísticas da mesma. Como tal podem formar-se três tipos de argilas: ilite,

caulinite e montmorilonite.

A caulinite forma-se em zonas com boas condições de drenagem e na presença de água básica. A

montmorilonite com estrutura lamelar, constituída por camadas de silicato de alumínio hidratado é

formada em ambientes alcalinos com condições de drenagem deficientes e com uma relação entre sílica

e alumínio elevada. A presença de minerais ferromagnesianos, feldspatos cálcicos e vidros vulcânicos

também favorece a sua formação. A montmorilonite quando preenchida com iões de potássio origina a

ilite. Os solos finos, nos quais se incluem as argilas, apresentam um comportamento diretamente

influenciado pela composição mineralógica, que pode ser, indiretamente obtido pelos limites de

Atterberg – de plasticidade e liquidez. Estes limites permitem definir o teor em água existente no solo e

consequentemente a sua compressibilidade.

Seguidamente na Tabela 3.3 são apresentadas as caraterísticas gerais da montmorilonite,

verificando-se que as forças de superfície face ao peso próprio têm uma relevância elevada relativamente

a solos arenosos, que apresentam superfícies específicas da ordem dos 0,0005 m2/g. Devido à elevada

superfície específica e à alta capacidade de troca de iões, mesmo em relação a outros tipos de argilas, a

montmorilonite apresenta uma expansibilidade elevada [13].

Tabela 3.3 – Caraterísticas da montmorilonite – adaptado de [14].

Grupo Mineral Comprimento da Partícula (mm)

Espessura da Partícula (mm)

Superfície Especifica (m

2/g)

Montmorilonite 1 a 2 1 a 20 até 840

A absorção de água entre as camadas lamelares, origina forças de repulsão elevadas (hidratação do ião

sódio) que originam um incremento de tensão total negativa, concomitantemente aumentam de volume

ao absorver a água devido ao excesso de pressão negativa [15].

3.4.1 Considerações gerais

A consideração do comportamento drenado ou não drenado e consequente consideração da água,

depende diretamente da taxa de carregamento e de drenagem. A taxa de drenagem relaciona-se

diretamente com a condutividade térmica. As argilas devido à sua reduzida granulometria apresentam

uma condutividade térmica muito reduzida. Embora estas apresentem uma taxa de drenagem reduzida é

fundamental analisar não só o seu comportamento não drenado a curto prazo como também o

21

comportamento drenado a longo prazo, considerando-se neste último caso, as pressões de água. A

consideração do comportamento a longo prazo implica um aumento significativo nas tensões efectivas

existentes no solo.

3.4.2 Influência do teor em água na estabilidade do maciço

A expansibilidade das montmorilonites está diretamente relacionada com a presença de água no solo,

que se relaciona com as condições climatéricas da zona (alteração da saturação do solo). A interação

solo-água, envolve vários fatores como: alteração do nível da água, sucção, tensão, deformação e

esforço de corte. Na zona em estudo este aspeto é particularmente importante, por se verificar uma

pluviosidade acentuada. Seguidamente é apresentado um gráfico com a comparação dos valores de

precipitação ao longo dos últimos 14 anos entre Lisboa, Funchal e Encumeada. A zona da Encumeada

apresenta índices de precipitação mais elevados em comparação com o Funchal e com Lisboa, como se

identifica na Figura 3.3, [16] e [17].

Figura 3.3 - Precipitação total entre 2000 e 2014 na região de Lisboa, Funchal e Encumeada, adaptado de [16].

3.5 Condicionantes

No âmbito do projeto e construção do túnel deveria ter sido analisado o comportamento expansível das

argilas, que é agravado na presença de água. A água existe em abundância no local, devido à elevada

precipitação e às bacias de retenção localizados acima do recobrimento do túnel.

0

500

1000

1500

2000

2500

3000

3500

Pre

cip

itação

(m

m)

Anos

Precipitação Total

Lisboa

Funchal

Encumeada

22

3.6 Descrição da obra

No presente subcapítulo é caracterizado o processo constutivo em função dos diferentes zonamentos,

sendo posteriormente documentadas as patologias identificadas durante a visita ao túnel da Encumeada.

3.6.1 Descrição do método construtivo

O túnel em estudo foi construído pelo método NATM com frente de escavação completa para a zona

ZG1, ZG2 e emboquilhamento sul. As secções ZG3A, ZG3B e emboquilhamento norte foram executadas,

com frente de escavação subdividida em cinco fases, três na secção superior e duas na secção inferior,

delimitada entre a zona da abóbada e dos hasteais.

A solução estrutural da secção transversal apresenta duas variantes, face às condições

geológico-geotécnicas distintas, ao longo do desenvolvimento longitudinal do túnel. O contorno é formado

por uma abóbada em arco semicircular prolongada verticalmente pelos hasteais (secção em ferradura).

3.6.1.1 Escavação subterrânea e revestimento provisório

Na zona ZG1, a escavação foi executada em secção total com avanços de 1,5 a 2 metros. Como se

identifica na Figura 3.4, o revestimento provisório é constituído por pregagens radiais com 3,5 metros de

comprimento e afastamento de 2 metros. A abóbada foi reforçada com betão projetado de 5 cm de

espessura. Nos hasteais não foi colocado revestimento provisório.

Figura 3.4 – Solução de revestimento provisório ZG1 e ZG2, [12].

A zona ZG2 foi executada em secção total, com avanços de 1,0 metro. Como revestimento provisório

foram executadas pregagens radiais swellex, com 4,5 metros de comprimento e afastamento de

2 metros. Na abóbada foi implementado betão projetado de 10 cm reforçado com malha electrosoldada

AQ38. Nos hasteais foi colocado betão projetado com 3-5 cm de espessura.

Para as zonas ZG3A e ZG3B de fraca qualidade, foi considerado um faseamento de escavação superior

e um reforço do revestimento provisório face às zonas ZG1 e ZG2. Este reforço tem como principal

objetivo impedir a descompressão do maciço.

A escavação da zona ZG3A, foi efetuada em 5 fases, como indicado na Figura 3.5. A primeira fase de

5 metros de comprimento transversal, foi executada com avanços de 1 a 1,5 metros. Para potenciar o

23

efeito de arco foram instaladas pregagens radiais, tipo swellex, com 5 metros de comprimento e

afastamento de 1,5 metros entre si.

Devido à reduzida resistência do maciço foram colocadas cambotas metálicas TH36 afastadas de

1,5 metros, sendo aplicado betão projetado com 5 cm de espessura na zona lateral e 10 cm na zona da

abóbada. As restantes fases foram executadas de forma semelhante, com exceção das zonas 4 e 5, nas

quais não foram colocadas pregagens radiais.

Figura 3.5 – Solução de revestimento provisório ZG3A, [12].

Para a escavação da zona ZG3B foram consideradas 5 fases de escavação, como se identifica na Figura

3.6. Na fase 1 foram executadas enfilagens sub-horizontais (micro-estacas) com afastamento de

0,8 metros e 8 metros de comprimento. A escavação em túnel piloto foi executada com comprimento

transversal de 4 metros e avanços longitudinais de 1,5 metros. Como revestimento provisório foram

adotadas cambotas metálicas em perfil TH36, afastadas de 1,5 metros e betão projetado com 15 cm de

espessura, reforçado por malha electro-soldada AQ38. As restantes fases foram executadas de forma

semelhante, com exceção das zonas 4 e 5, nas quais não foram implementadas enfilagens sub-

horizontais.

Figura 3.6 – Solução de revestimento provisório ZG3B, [12].

Para o emboquilhamento sul foi adotada a solução de secção transversal ZG2. Como o

emboquilhamento é um local com menor confinamento e consequente menor capacidade resistente do

terreno, foi executado um reforço do talude. Para o reforço foram instalados: pregagens em calda de

cimento 32 de 6 metros de comprimento, geodrenos 50 mm e betão projetado de 10 cm de espessura

com reforço de malha electrosoldada, como indicado na Figura 3.7.

24

Figura 3.7 – Emboquilhamento sul, reforço do talude corte e alçado, [12].

O emboquilhamento norte, definido como ZG3B, foi executado com recurso à solução de secção

transversal indicada anteriormente. Para a estabilização do talude, foi executado um arco de betão

projetado com 20 cm espessura, reforçado com rede electrosoldada AQ38, no qual foram instaladas

pregagens32 de 8 metros de comprimento, afastadas entre si de 0,8 metros. A zona superior do

recobrimento do túnel, como se indica na Figura 3.8., foi reforçada com betão projetado de 10 cm de

espessura e geodrenos 50 mm de 8 metros de comprimento e afastamento de 2 metros, para reduzir a

poro-pressão.

Figura 3.8 – Emboquilhamento norte, reforço do talude corte e alçado, [12].

25

3.6.1.2 Impermeabilização e estrutura definitiva em betão armado

Devido à natureza geológico-geotécnica do local, aliada à inerente presença abundante de água e

consequente depósito de materiais, o suporte impermeabilizante e respetivo sistema de drenagem

revestem-se de elevada importância. O sistema de impermeabilização é constituído por duas camadas:

geomembrana geotêxtil (com o objetivo de proteger a membrana impermeabilizante do punçoamento) e

uma membrana de impermeabilização constituída por geomembrana em PVC de 1,5 mm. Na zona da

soleira foi colocado um dreno longitudinal 100 mm em PVC perfurado, para drenar as águas oriundas do

tardoz do revestimento definitivo, Figura 3.9. Para a drenagem da água proveniente do pavimento,

adotaram-se na zona lateral da soleira dois tubos em PVC 250 mm, não tendo sido instalado qualquer

tubo de drenagem na zona central. Salienta-se que ao longo do túnel não foi instalado qualquer sistema

de bombagem para extração da água, executando-se a mesma de forma gravítica.

Figura 3.9 – Pormenor da membrana impermeabilizante e respetivo dreno [12].

Face à variabilidade das condições geológico-geotécnicas presentes no local, para o revestimento

definitivo foram consideradas no projeto base duas secções transversais tipo. Note-se que a Figura 3.10,

Figura 3.11 e Figura 3.12, são referentes ao projeto base. Estas soluções sofreram alterações ao nível da

geometria e de pormenorização de armaduras, que se indicam no projeto de execução, o qual foi

implementado em obra e que será posteriormente indicado na presente disssertação.

Na zona ZG1 e ZG2 foi adotada uma solução em ferradura aberta. Nas zonas ZG3A e ZG3B, foi indicada

no projeto base uma secção com soleira em arco invertido, Figura 3.10.

26

Figura 3.10 – Solução de revestimento definitivo ZG1 e ZG2 (esquerda), ZG3A e ZG3B (direita), projeto base [12].

Para o revestimento definitivo foi adotado betão C20/25, aço A400NR e recobrimento mínimo de 4 cm.

Como se indica na Figura 3.11, na zona ZG1 e ZG2, o revestimento definitivo em betão armado

apresenta 30 cm de espessura, com armadura longitudinal de 10//0,2 e de 12//0,2 na zona corrente. No

emboquilhamento sul a espessura de betão armado é de 50 cm, sendo a armadura longitudinal de

12//0,2 com zonas a 12//0,15 (abóbada) e 12//0,1.

Contudo no projeto base foi referido que as referidas armaduras, poderiam ser dispensadas, devido à

elevada capacidade resistente do maciço e aos reduzidos momentos fletores, dada a forma em arco do

túnel.

Figura 3.11 – Solução estrutural zona ZG1, ZG2 e emboquilhamento Sul, projeto base [12].

a) Zona ZG1/ZG2 – secção corrente b) Zona ZG1/ZG2 – Emboquilhamento Sul

27

No projeto base indica-se que em ZG3A e ZG3B, na abóbada e hasteais, foi implementada uma parede

em betão armado com 50 cm de espessura, sendo a soleira constituida por 25 cm de espessura com

secção variável.

Como se verifica na Figura 3.12 - projeto base, em ZG3A foi definida armadura longitudinal na zona da

abóbada 20//0,15 e 20//0,2. Nos hasteais, a referida armadura foi de 16//0,2 e 12//0,2. Na soleira

adotaram-se 12//0,2 e 10//0,2. Como a ligação entre o hasteal e a soleira é um local de concentração

de esforços, foi colocado um reforço de armadura transversal de 12//0,1 (4 Ramos) e de armadura

longitudinal de 20//0,2 e 16//0,2.

Em ZG3B e emboquilhamento norte, no projeto base, foram adotadas como armadura longitudinal:

20//0,2 na abóbada, 16//0,2 nos hasteais e 12//0,2 na soleira.

Figura 3.12 Solução estrutural zona ZG3A, ZG3B e emboquilhamento Norte, projeto base [12].

No entanto, o Relatório Técnico elaborado pela Empresa Cenor (2014), indica soluções estruturais, nas

zonas ZG3A e ZG3B, dispares do referido no projeto base. A situação verificada na qual as armaduras

finais adotadas, não são equivalentes às definidas no projeto base, é uma situação recorrente em obra,

devido a possíveis ajustes face ao observado durante a execução. Como tal, no decorrer da presente

dissertação será adotada a solução estrutural adotada na Figura 3.13 e Figura 3.14, em função do

zonamento. Em virtude dos dados do projeto de execução disponibilizado pela Empresa Cenor, na Zona

ZG3A e ZG3B será considerada uma solução de revestimento provisória constituída por: betão projetado

com 0,20 metros de espessura e cambotas metálicas TH36. A camada de suporte definitivo, na qual não

foi contemplada soleira, apresenta espessura de 0,6 metros com armadura definida na Figura 3.14. A

pormenorização de armadura, face ao indicado no projeto base sofreu diversas dispensas.

a) Zona ZG3A b) Zona ZG3B e

emboquilhamento norte

28

Figura 3.13 – Solução estrutural secções ZG1 e ZG2 (Projeto de Execução) [18].

Em ZG3A foi pormenorizada armadura longitudinal de 16//0,2 na secção exterior do topo do hasteal e

12//0,15 na secção interior da abóbada. Na base do hasteal/soleira foi pormenorizada armadura

16//0,2+12//0,2 na secção exterior e 16//0,2 na secção interior. Como armadura de esforço transverso

na base do hasteal e na soleira foi adotado, 4R10//0,2 e 4R12//0,2, respetivamente.

Na secção ZG3B foi dimensionada armadura longitudinal de 16//0,2 na secção exterior do topo do

hasteal. Na base do hasteal/soleira foi pormenorizada armadura 16//0,2+20//0,2 na secção exterior e

16//0,2 na secção interior. Na secção interior da abóbada foi dimensionada armadura 20//0,15. Como

armadura de esforço transverso, na base do hasteal e na soleira foi adotado 4R10//0,2.

Figura 3.14 – Solução estrutural secções ZG3A e ZG3B (Projeto de Execução) [18]. a) Secção ZG3A b) Secção ZG3B

29

3.6.1.3 Instrumentação e monitorização

Durante a construção do túnel, foram implementadas as seguintes medidas de instrumentação e

observação: mapeamento das superfícies escavadas, medições de convergências através de alvos

topográficos e células de medição da tensão no suporte. A instrumentação teve como objetivo o controlo

das deformações. Não foi possível obter dados referentes aos critérios de alarme e alerta. Após a sua

construção, apenas foram tomadas medidas de observação, contudo numas das zonas críticas em

termos de patologias, que será detalhadamente apresentada em 3.6.2, foram tomadas medidas de

instrumentação. Na referida zona foram instalados alvos topográficos e células de pressão para avaliar a

evolução das patologias e a eventual necessidade de reforço da estrutura.

3.6.2 Patologias observadas

Com base nos dados obtidos durante a visita ao túnel da Encumeada, no dia 20 de Junho de 2016 e de

acordo com [18], foram identificadas diversas patologias relativamente, ao sistema de drenagem,

pavimento e revestimento definitivo. Seguidamente será efetuada um levantamento e análise das

principais patologias detetadas.

3.6.2.1 Sistema de drenagem e pavimento

Ao nível do sistema de drenagem foi documentado o esmagamento dos drenos longitudinais,

implantados na zona lateral da soleira. Paralelamente, foi observado o preenchimento das caixas de

visita e das tubagens do sistema de drenagem, Figura 3.15, bem como a afluência de água ao interior do

túnel através de: sistema de drenagem, fissuras e juntas de betonagem do revestimento definitivo.

Figura 3.15 – Caixa de visita e tubo de drenagem esmagado e obstruído com material depositado e água.

Para limitar a convergência de água ao interior do túnel, foi efetuada uma intervenção no ano de 2013.

Nesta intervenção foram colocados tubos bueiros 150 mm ao longo túnel para retirar a água presente no

tardoz do mesmo. Contudo estes apresentam a secção obstruída, devido ao material acumulado, como

se verifica na Figura 3.16.

30

Figura 3.16 – Tubo bueiro instalado para drenar a água do tardoz do túnel preenchido com material.

Foram também observadas eflorescências na zona das sargetas e dos passeios com posterior

empolamento dos mesmos em diversas secções, Figura 3.17.

Figura 3.17 – Eflorescências no passeio.

Durante a visita ao local, foi possível documentar a alteração da geometria do pavimento na zona norte

do túnel, a qual apresentava diversas flutuações e lombas, que dificulta a circulação rodoviária,

Figura 3.18 b). Esta situação verificou-se devido à expansão das argilas existentes na soleira. Em 2004,

foram executados 5 trechos de laje, apoiados em vigas assentes na “zona em ferradura” do hasteal,

Figura 3.18 a).

a) Secção transversal do tubo

bueiro

b) Localização do tubo

31

Figura 3.18 – Zona intervencionada (colocação de laje de pavimento) e zona com depressão no pavimento.

3.6.2.2 Revestimento definitivo

O revestimento definitivo apresenta uma taxa de fissuração elevada, com diferentes orientações e

espessuras. Contudo, existe uma orientação preferencial na zona dos hasteais, com sentido horizontal,

intercaladas com fissuras diagonais e verticais, Figura 3.19.

Figura 3.19 – Fissura horizontal com abertura significativa acompanhado de afluência de água.

As fissuras apresentam evolução na sua abertura, atendendo aos vários testemunhos de gesso,

colocados nos últimos anos. Em Abril de 2016, foi instalado o último grupo de testemunhos, não havendo

zonas com quebra dos mesmos.

b) Zona com depressão no

pavimento

a) Zona com reforço de viga

e laje

32

Ao longo do túnel foi observado um padrão de fendilhação vertical, com afastamento regular, Figura 3.20.

Este padrão de fendilhação poderá estar associado a problemas de retração do betão – deformações

impostas. Em 3.7.1 será efetuada uma análise à armadura de controlo de fendilhação.

Figura 3.20 – Padrão de fendilhação vertical, com afastamento regular.

Durante a visita ao local, foi documentado ao pk2+400 uma fenda de dimensões elevadas, que se

desenvolve ao longo da secção transversal do túnel, Figura 3.21. Face ao documentado em [18], esta

fissura apresenta uma evolução elevada no que se refere à sua espessura.

Figura 3.21 – Fissura com espessura significativa ao longo de todo o revestimento- aproximadamente 8 cm.

As juntas de betonagem são, à priori, das zonas mais sensíveis em termos de comportamento estrutural.

Como se verifica na Figura 3.22, reportou-se um aumento da espessura da junta de betonagem com

consequente afluência de água através do revestimento.

33

Figura 3.22 – Fenda junto a junta de betonagem e consequente afluência de água.

Em [18], é referido o destacamento e delaminação de uma secção do revestimento ao pk 2+511, na zona

do hasteal. Na Figura 3.23 é possível identificar a reduzida espessura do revestimento definitivo com a

respetiva armadura e camada impermeabilizante de cor amarela.

Figura 3.23 – Delaminação do revestimento definitivo [18].

Na visita efetuada ao local, a zona ao pk 2+511 tinha sido reforçada em Dezembro de 2015, devido ao

elevado grau de degradação. Como reforço estrutural foi colocada uma malha sol ao longo da zona

crítica e implementadas 6 pregagens de 3,5 metros de comprimento, Figura 3.24.

Refere-se que não foi executada qualquer picagem do betão em pior estado, não sendo colocado betão

projetado de reforço.

34

Figura 3.24 – Zona de reforço com malha-sol e pregagens de 3,5 metros.

Como referido em 3.6.1.3 a zona ao pk 2+511 encontra-se em permanente monitorização, com alvos

topográficos, dada a sensível situação estrutural da mesma.

3.6.3 Aspetos críticos na conceção e execução

Face às patologias observadas e com os dados relativos ao método de construção e às caraterísticas

geológico-geotécnicas do local, podem identificar-se as seguintes situações ao nível da conceção da

solução, que poderiam ter sido melhoradas:

Instalação do sistema de drenagem – Ao nível do sistema de drenagem, foram documentadas

diversas patologias. Face ao elevado caudal de água e à existência de argilas expansivas,

considera-se que a colocação de tubos de PVC com diâmetros de 100 mm e 250 mm terá sido

subdimensionado. Os tubos de drenagem deveriam ser definidos, com material resistente, e com

diâmetro em conformidade com o caudal expectável. No local de implantação deveria ser

contemplado um reforço estrutural para impedir o seu esmagamento, em função das ações aos

quais estão sujeitos. O sistema de drenagem deve ser constituído por três tubos longitudinais,

dois laterias na zona dos passeios e um, na zona central da soleira localizado a uma cota inferior

relativamente aos restantes elementos do sistema de drenagem;

Instalação da camada impermeabilizante – Em resultado da grande afluência de água, a camada

impermeabilizante apresenta uma importância elevada. Em virtude das diversas eflorescências

de água ao longo do desenvolvimento longitudinal, conclui-se que a camada impermeabilizante

poderá apresentar algumas anomalias, agravando as patologias observadas. Sugere-se a

aplicação de membrana impermeabilizante projectada – Master Seal 345, a qual em caso de

anomalia possibilita a localização dos pontos de falha e de entrada de água;

35

Camada de revestimento definitivo – Face às inúmeras fissuras observadas, conclui-se que

poderá existir um défice de espessura e de armadura, relativamente ao exigível na situação em

estudo. Os esforços atuantes poderão ter sido subestimados. O comportamento expansível das

argilas presentes no local pode não ter sido devidamente equacionado no dimensionamento do

túnel.

Salienta-se que a presença de materiais argilosos pode provocar um deficiente funcionamento dos

orgãos de drenagem. Este comportamento, causado pelas partículas de pequenas dimensões em

suspensão na água, pode provocar a colmatação a curto e médio prazo dos tubos de drenagem.

Para impedir este comportamento, sugere-se a definição e implementação de um plano de

manutenção, conservação e limpeza exigente do sistema de drenagem do túnel.

As situações referentes à estrutura do túnel serão analisadas na modelação estrutural do túnel.

3.7 Análise do comportamento do túnel

3.7.1 Verificação da armadura mínima para controlo de fendilhação

Como referido no capítulo anterior, foi detetada na visita ao túnel um padrão de fendilhação constituído

por fendas verticais com espaçamento regular ao longo da sua extensão.

Este padrão de fendilhação, poderá estar associado a deformações impostas na peça de betão,

associados à retração durante a cura de betão.

A armadura mínima de controlo de fendilhação é determinada pela equação (1),

𝐴𝑠𝑚í𝑛 =

𝐴𝑐𝑡 × 𝑓𝑐𝑡.𝑒𝑓𝑓 × 𝐾 × 𝐾𝐶

𝜎𝑆

(1)

onde:

Act, representa a área de betão tracionada;

𝜎𝑆, nível de tensão máximo no aço que se admite, foi considerado fyk;

𝑓𝑐𝑡.𝑒𝑓𝑓, valor médio de resistência do betão à tração na idade em que se espera que ocorram as primeiras

fendas;

K, coeficiente que tem em consideração o efeito das tensões auto-equilibradas não uniformes, variando

com a espessura do elemento segundo a Figura 3.25:

36

Figura 3.25 –Variação do parâmetro k em função da espessura.

𝐾𝐶 , coeficiente que considera a forma da distribuição das tensões na secção imediatamente antes da

fendilhação e a alteração do braço da força [19].

Na Tabela 3.4 são apresentados os valores dos parâmetros para avaliação da armadura longitudinal.

Tabela 3.4 – Parâmetros para verificação da armadura longitudinal.

𝒇𝒄𝒕𝒆𝒇𝒇 (MPa) 2,20

𝒇𝒚𝒌 (MPa) 400

𝒌𝒄 1,00

𝒌𝒁𝑮𝟑𝑨 𝒆 𝒁𝑮𝟑𝑩 0,79

Espessura ZG3A e ZG3B (m) 0,60

kZG2 1,00

Espessura ZG2 (m) 0,3

Na Tabela 3.5, apresenta-se a armadura mínima e a comparação da mesma com a adotada ao longo do

túnel.

Tabela 3.5 – Verificação da armadura longitudinal.

Zonamento Secção Varões

adotados

As, adotado

(cm2/m)

Asmin/face

(cm2/m) Variação

ZG2 Geral 10//0,2 3,93 8,25 52%

Zona com reforço 12//0,2 5,65 8,25 32%

ZG3A

Abóbada 10//0,2 3,93 13,035 70%

Topo Hasteal 10//0,2 3,93 13,035 70%

Base Hasteal 12//0,2 5,65 13,035 57%

ZG3B

Abóbada 12//0,2 5,65 13,035 57%

Topo Hasteal 12//0,2 5,65 13,035 57%

Base Hasteal 10//0,2 3,93 13,035 70%

37

Constata-se que a armadura adotada é insuficiente face à armadura mínima obtida. Salienta-se que

existem trechos das secções ZG3A e ZG3B, para as quais não foi pormenorizada nenhuma armadura

longitudinal, ou seja, não existem elementos a limitar a dimensão das fendas verticais que se formaram

nestas zonas. Esta situação é agravada face aos esforços, não previstos, mobilizados no revestimento do

túnel.

3.7.2 Análise do modelo estrutural – Plaxis

Com o objetivo de efetuar o estudo do modelo estrutural, foi efetuada uma análise numérica da solução,

com os dados indicados no capítulo 3. A modelação incidiu sobre a zona ZG3B, que como referido

anteriormente, é a zona que apresenta um elevado grau de patologias, aliado a piores caraterísticas

geológico-geotécnicas.

A modelação numérica implica a consideração de algumas simplificações. Neste caso foi efetuada uma

análise 2D – estado plano de deformação, tornando a análise mais simplificada e computacionalmente

mais célere. Para ter em consideração o efeito de arco 3D e o alívio de tensões, provocado pelo atraso

entre a escavação e a implementação da camada de suporte provisória, considerou-se o parâmetro de

descompressão, , de 20%. A definição deste parâmetro foi definida com base, nas propriedades do solo,

faseamento construtivo e na relação entre a distância de solo sem suporte e o diâmetro do túnel. No

programa de elementos finitos foi considerado -value=100-=80%.

3.7.2.1 Modelo de cálculo – geometria e condições de fronteira

Para a definição do modelo considerou-se uma janela de 100 metros de largura e 65 metros de altura,

permitindo uma distância elevada do túnel às fronteiras do modelo, reproduzindo de forma mais eficiente

a realidade. O túnel foi posicionado com distância de cinco diâmetros (=8 metros) à fronteira superior e

lateral. A distância à zona inferior foi considerada de dois diâmetros, pelas razões indicadas

anteriormente. Relativamente às condições de fronteira do modelo, considerou-se que a fronteira inferior

está impedida de se deslocar em todas as direcções-apoio fixo e que as fronteiras laterais estão

impedidas de se deslocar horizontalmente-apoio móvel. Posteriormente foi definida a geometria do túnel

e as respetivas fases de escavação, respeitando as cotas e dimensões descritas no projeto e indicadas

em 3.6.1. As caraterísticas geométricas do túnel, definidas no programa de elementos finitos – Plaxis 2D,

estão indicadas na Tabela 3.6. As secções definidas na Tabela 3.6. estão identificadas na Figura 3.26.

Tabela 3.6 – Caraterísticas geométricas do túnel.

Secção Tipo Comprimento/raio (m) Ângulo (º)

1 Linha 2,95 - 2 Linha 2,20 - 3 Canto - 90 4 Linha 3,00 - 5 Arco 5,15 52 6 Arco 5,15 38

38

Figura 3.26 – Geometria da solução atual e respetiva identificação das secções.

O faseamento construtivo foi definido com o elemento plate e com as respetivas caraterísticas dos

materiais. O faseamento é equivalente ao registado no projeto de execução, com a ligeira alteração da

implementação de taludes inclinados, face aos verticais indicados no projeto. Esta alteração foi efetuada

em virtude: das caraterísticas geológico-geotécnicas indicadas no projeto base e dos resultados obtidos

no programa de elementos finitos – Plaxis. Para materializar as enfilagens, definiu-se uma região na zona

de implementação das mesmas, com caraterísticas geológico-geotécnicas superiores em 20%,

relativamente às caraterísticas de ZG3B.

3.7.2.2 Modelo de cálculo – materiais

3.7.2.2.1 Definição do terreno

O solo de ZG3B, foi modelado segundo o modelo Hardening Soil. A escolha do modelo teve como

principal objetivo, a consideração da não linearidade do solo quando sujeito a ciclos de carga e descarga,

Figura 3.27.

Figura 3.27 – Formulação do modelo Hardening Soil.

S1 S2

S3

S4

S5

S6

39

O modelo Hardening Soil considera o endurecimento do solo e permite simular o acréscimo da rigidez

dos estratos com o aumento da pressão. Paralelamente o modelo considera a dilatância do solo e

possibilita a ocorrência de deformações plásticas irreversíveis [20] e [21].

Na Tabela 3.7 estão definidos os parâmetros geotécnicos do solo da zona ZG3B. Salienta-se que o

ângulo de atrito interno, é o único parâmetro que difere dos valores indicados no subcapítulo 3.3. Esta

alteração deve-se ao valor muito reduzido indicado no projeto bcaracase, comparativamente com as

caraterísticas correntes do solo identificado.

Tabela 3.7 – Parâmetros modelo Hardening Soil.

Parâmetros do modelo Hardening Soil

Zona ZG3B Enfilagens

unsat (kN/m3) 20 24

sat (kN/m3) 21 25

𝑬𝟓𝟎𝒓𝒆𝒇

(kN/m2) 1,0x10

6 1,2x10

6

𝑬𝒐𝒆𝒅𝒓𝒆𝒇

(kN/m2) 1,0x10

6 1,21,2x10

6

𝑬𝒖𝒓𝒓𝒆𝒇

(kN/m2) 3,0x10

6 3,6 x10

6

𝒄’ (kN/m2) 100 120

’ (º) 25 30

(º) 0 0

𝒌𝒙 1,157x10-12

1,388x10-12

𝑲𝒚 1,157x10-12

1,388x10-12

Tipo de Estudo Drenado Drenado

O nível freático encontra-se 20 metros acima da abóbada do túnel. A análise foi efetuada apenas em

condições drenadas, devido ao elevado valor de módulo de elasticidade e coesão.

3.7.2.2.2 Definição da camada de suporte provisória e definitiva

Para a caracterização da camada de suporte provisória foi calculada a contribuição do betão projetado e

das cambotas metálicas, homogeneizadas. Seguidamente, na Tabela 3.8 são apresentados os valores

de rigidez axial, rigidez de flexão por metro linear e peso volúmico.

Tabela 3.8 – Caraterísticas da camada de suporte provisória

EA (kN/m) 37,5x106

EI (kN/m2/m) 7,92x10

4

w (kN/m/m) 9,00

Como referido no capítulo 3.6.1 a execução dos taludes para faseamento construtivo da etapa 2 foi

efetuada com recurso a betão projetado de 0,2 metros, sendo definidas as caraterísticas indicadas na

Tabela 3.9.

40

Tabela 3.9 – Caraterísticas da camada de suporte provisória (talude etapa 2 e 3).

EA (kN/m) 6x106

EI (kN/m2/m) 2 x10

4

w (kN/m/m) 5,00

A camada de suporte definitiva foi definida como betão C20/25 de espessura 0,6 metros como definido

em 3.6.1.2. Na Tabela 3.10 são apresentadas as suas caraterísticas.

Tabela 3.10 – Caraterísticas da camada de suporte definitiva.

EA (kN/m) 18x106

EI (kN/m2/m) 5,4x10

5

w (kN/m/m) 15,00

3.7.2.3 Malha de elementos finitos e processo de cálculo

Definida a geometria, os materiais e o nível freático foi gerada a malha de elementos finitos. A malha é

constituída por elementos triangulares de 15 nós, compatíveis com a geometria e os elementos

estruturais constituintes. Seguidamente foram geradas as tensões iniciais.

As tensões iniciais não foram geradas através do procedimento 𝑘0, pois o nível freático não foi definido

horizontalmente. O procedimento tem em consideração a equação (2),

𝜎′ℎ0 = 𝑘0 × 𝜎′𝑣0 (2)

na qual 𝜎′ℎ0 representa a pressão horizontal do solo em repouso, 𝜎′𝑣0 a pressão vertical efectiva e 𝑘0 o

coeficiente de impulso em repouso. O procedimento 𝑘0 é apenas válido quando o nível freático e a

geometria dos elementos são horizontais. Deste modo, a primeira fase de cálculo foi a implementação da

fase “gravity loading”, permitindo a introdução de tensões de corte no solo.

Com os dados acima mencionados, procedeu-se ao cálculo o qual englobou diversas etapas. A primeira,

é constituída pelo faseamento construtivo do túnel, no qual se considerou um faseamento em 4 etapas,

como se define no Anexo A.

Nesta etapa construtiva foi considerado como elemento estrutural a camada de suporte provisória, com

as caraterísticas definidas em 3.7.2.2.

Procedeu-se à implementação da camada de revestimento definitivo com as caraterísticas indicadas em

3.7.2.2. Nesta etapa foi imposto que os deslocamentos anteriores não seriam contabilizados. A camada

de suporte definitivo é dimensionada para suportar a totalidade dos esforços e deslocamentos a que o

túnel está sujeito.

41

Com a construção do túnel efetuada, foi ativada a carga das argilas expansivas ao longo da camada de

suporte. A carga foi implementada uniformemente por etapas, acrescendo 15 kPa a cada iteração. Foram

analisados os resultados aos 150kPa, 225kPa e 270kPa.

A utilização dos valores de pressão indicados, baseiam-se nos valores de referência obtidos por

(SAPAZ,2004) de 50kPa a 150kPa. A análise estrutural foi efetuada até ao valor de carga de 270 kPa,

para garantir um patamar de segurança a nível do dimensionamento.

Salienta-se que as cargas associadas às argilas, não foram ativadas na zona da soleira, por restrições

associadas ao programa de elementos finitos.

3.7.2.4 Resultados da análise numérica

No presente subcapítulo são apresentados os resultados da modelação. Inicialmente apresentam-se os

deslocamentos no solo e na estrutura. Posteriormente apresenta-se e analisa-se os esforços da

estrutura.

3.7.2.4.1 Deslocamentos

Na Figura 3.28 apresenta-se os deslocamentos totais verificados após a escavação do túnel e

consequente implementação do suporte provisório. Os deslocamentos máximos, na ordem dos 22 mm,

ocorrem na zona superior. Nas imediações do túnel obteve-se deslocamentos da ordem dos 15 mm na

abóbada e 12 mm nos hasteais. Estes deslocamentos são causados pela alteração do estado de tensão,

provocado pela escavação do túnel.

Figura 3.28 – Deslocamentos totais após a escavação e implementação do suporte provisório.

42

Os deslocamentos após a implementação do revestimento definitivo, são inferiores aos indicados na

Figura 3.28. Durante esta etapa construtiva no programa Plaxis 2D foi definido o comando “reset

displacements to zero”. Esta definição deveu-se à implementação de um novo sistema de suporte.

Durante a implementação das cargas das argilas expansivas, não se verificaram aumentos significativos

dos deslocamentos no solo. Pontualmente na zona da soleira e hasteais os deslocamentos máximos

atingiram os 18mm. A implementação das cargas das argilas causou maior impacto nos deslocamentos

do revestimento, como será posteriormente indicado. Os deslocamentos ao nível da estrutura estão

indicados na Figura 3.29. Na presente figura, representa-se os máximos deslocamentos totais,

horizontais, e verticais para as diferentes etapas construtivas e carregamentos. Durante o faseamento

construtivo os deslocamentos verticais máximos, da ordem dos 16 mm ocorrem na abóbada e os

deslocamentos horizontais, a rondar os 3 mm, ocorrem nos hasteais. Os deslocamentos são causados

pela alteração do estado de tensão durante a escavação.

Figura 3.29 Deslocamento total, horizontal e vertical para a solução atual.

Durante a aplicação do revestimento definitivo, tal como referido anteriormente, os deslocamentos foram

considerados nulos, no programa Plaxis 2D. A pressão das argilas, provocou um aumento significativo

dos deslocamentos. O aumento foi mais expressivo nos deslocamentos horizontais e totais, durante a

incremento dos 225 kPa para os 270 kPa, como se indica na Figura 3.29. Os deslocamentos horizontais

atingiram os 16 mm aos 270 kPa, sendo máximos nos hasteais.

0,00

2,00

4,00

6,00

8,00

10,00

12,00

14,00

16,00

18,00

FaseamentoConstrutivo

RevestimentoDefinitivo

Carga Argilas150 kPa



Deslo

cam

en

tos (

mm

)

Etapa Construtiva

Deslocamentos - Solução Atual

Deslocamentos totais (mm)

Deslocamentos horizontais - hasteais (mm)

Deslocamentos verticais - abóbada (mm)

43

3.7.2.4.2 Esforços

Os esforços máximos da solução estrutural indicada no projeto de execução, estão definidos na Tabela

3.11. Face aos esforços obtidos para o revestimento definitivo, existe um aumento significativo dos

mesmos, ao aplicar o carregamento correspondente às argilas expansivas, como se verifica na Tabela

3.11. A carga das argilas provoca um incremento do esforço transverso e momento fletor de

aproximadamente 70% para a carga a 270 kPa, 60% para 225 kPa e 40-55% para 150 kPa.

Tabela 3.11 – Esforços majorados da solução atual.

Solução Atual

Faseamento Construtivo

Revestimento Definitivo

Carga Argilas 150 kPa



N (kN/m) -519,0 -849,9 -1665,0 -2250,0 -2490,0

V (kN/m) 250,5 -502,9 -1168,9 -1650,0 1830,0

M (kNm/m) -94,1 -419,4 -686,9 -1056,8 -1394,9

No anexo D apresentam-se os diagramas de esforços obtidos na análise numérica, para os casos de

carga indicados anteriormente. O esforço transverso e momento fletor máximos localizam-se na base do

hasteal, em todas as análises efetuadas.

A análise da solução teve como base os esforços mais condicionantes obtidos na análise numérica,

verificando-se a segurança ao estado limite último segundo a EN1992-1-1 (Eurocódigo 2). Foi

considerado o coeficiente de majoração de 1,5. A análise centrou-se na verificação do comportamento da

solução, para os diferentes níveis de carga das argilas expansivas. Á priori não é possível, caracterizar

de forma rigorosa a pressão a que o revestimento definitivo está sujeito, como tal esta análise tem como

objetivo estabelecer o limite de carga para o qual o revestimento foi dimensionado.

Em primeiro lugar efetuou-se uma análise às tensões normais presentes no revestimento definitivo. A

tensão normal, 𝜎é determinada através da equação (3),

𝜎 =

𝑁

𝐴,

(3)

em que N, representa esforço axial e A, a área do elemento estrutural.

Os resultados obtidos estão presentes na Tabela 3.12. Pela análise dos resultados, constata-se que

considerando a tensão de dimensionamento do betão de 13,(3) MPa, a segurança é verificada. Embora o

esforço axial seja elevado devido ao incremento de carga das argilas, a segurança estrutural em função

da tensão normal é verificada.

44

Tabela 3.12 – Esforço axial e tensões normais.

Solução Atual






N (kN/m) -519,0 -849,9 -1665,0 -2250,0 -2490,0

(kN/m2) -865,0 -1416,5 -2775,0 -3750,0 -4150,0

<fcd Verifica Verifica Verifica Verifica Verifica

Posteriormente foi efetuada a análise à interação momento fletor, esforço normal (M-N). A verificação ao

estado limite último é efetuada através da definição das curvas de interação em função das equações de

equilíbrio, podendo ser definidas grandezas adimensionais segundo as fórmulas de: esforço normal

reduzido, equação (4),

𝜐 =

𝑁𝑑

𝑏ℎ𝑓𝑐𝑑

, (4)

e momento fletor reduzido equação (5),

𝜇 =

𝑀𝑑

𝑏ℎ2𝑓𝑐𝑑

, (5)

obtendo-se a correspondente curva de interação presente nos ábacos disponibilizados pelo LNEC. A

percentagem de armadura mecânica e a armadura total são obtidas através das equações (6) e (7).

𝜔𝑡𝑜𝑡 =

𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡

𝑏ℎ×

𝑓𝑦𝑑

𝑓𝑐𝑑

(6)

𝐴𝑠,𝑡𝑜𝑡 = 𝜔𝑡𝑜𝑡𝑏ℎ

𝑓𝑐𝑑

𝑓𝑦𝑑

(7)

A análise à flexão composta também pode ser efetuada através do programa “GaLa Reinforcement”, no

qual se obteve as curvas de interação M-N, tendo como base a geometria e a pormenorização das

diferentes secções do túnel, que se indica na Tabela 3.13.1

1 Na análise da flexão composta por simplificação, o momento fletor foi considerado em módulo

45

Tabela 3.13 – Geometria e pormenorização das secções do túnel.

Secção d (m) b (m) Armadura Superior As

superior (cm

2)

Armadura Inferior

As inferior (cm

2)

Base Hasteal

0,6 1

16//0,2+20//0,2 25,76 16//0,2 10,05

Topo Hasteal

16//0,2 10,05 - -

Abóbada - - 20//0,15 20,94

Com o intuito de analisar o comportamento da solução estrutural, verificou-se a segurança das secções

do túnel, para os respetivos esforços condicionantes. Considerando que as argilas expansivas são

desprezáveis, isto é, considerando apenas o revestimento definitivo, a segurança à flexão composta é

verificada, Figura 3.30. No entanto, o par de ação M-N na abóbada está muito próximo da curva de

interação.

Figura 3.30 - Curva de Interação N-M – revestimento definitivo, sem a pressão das argilas expansivas.

Para a pressão das argilas a 150 kPa, existe um acréscimo significativo do momento em relação ao

esforço normal. Com o aumento do momento fletor e devido ao andamento da curva de interação, o par

de esforços M-N está mais afastado das respetivas curvas de interação e consequentemente verifica-se

a segurança, Figura 3.31.

-8000

-7000

-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 200 400 600 800 1000

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)

Momento Fletor (kNm/m)

Curva de interação N-M - Secção ZG3B - Revestimento Definitivo

Abóbada

Topo Hasteal

Base Hasteal

M-N máximo AbóbadaRevestimento Definitivo

M-N máximo Topo hastealRevestimento Definitivo

M-N máximo BaseHasteal/SoleiraRevestimento Definitivo

46

Figura 3.31 Curva de Interação N-M – carga de 150 kPa.

Quando a carga das argilas atinge os 225 kPa, o momento fletor na base do hasteal duplica e a

segurança não é verificada, Figura 3.32.


-8000

-7000

-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 200 400 600 800 1000

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)


Curva de interação N-M - Secção ZG3B - Carga 150 kPa

Abóbada

Topo Hasteal

Base Hasteal

M-N máximo Abóbada150kPa

M-N máximo Topohasteal 150 kPa

M-N máximo BaseHasteal/Soleira150 kPa

-8000

-7000

-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 300 600 900 1200

Es

forç

o A

xia

l (k

N/m

)



Abóbada

Topo Hasteal

Base Hasteal

M-N máximoAbóbada 225kPa


M-N máximo BaseHasteal/Soleira225 kPa

47

Ao considerar a pressão a 270 kPa verifica-se um incremento de esforço normal, mas principalmente de

momento fletor. A curva de interação e o respetivo par M-N máximo, das secções do túnel estão

presentes na Figura 3.33.


Pela análise da Figura 3.33, constata-se que na base do hasteal e soleira, tal como se verifica para a

carga a 225 kPa, a segurança não é verificada. Deste modo, foi efetuada uma análise de sensibilidade

com o intuito de avaliar o nível máximo de carga, para o qual o túnel verificaria a segurança. Conclui-se

que a carga limite, para a qual a estrutura está dimensionada é de aproximadamente 165 kPa, com a

qual se atinge o par de ação M-N de 743,0 kNm/m-1326,0 kN/m.

Em relação à disposição das armaduras, como o túnel está sujeito à flexão composta, seria indicado

colocar armadura nas duas faces do túnel, contrariamente ao verificado no topo hasteal e na abóbada.

Note-se que na abóbada e numa região pontual do hasteal, a armadura foi pormenorizada na zona

comprimida do betão, como se constata pelo andamento do diagrama de momentos presente no

Anexo D e pela Figura 3.14 presente no capítulo 3.6.

Relativamente à verificação da segurança ao esforço transverso, é necessário garantir que o esforço

transverso atuante é inferior ao esforço transverso resistente. Segundo a EN 1992-1-1, a armadura de

esforço transverso é determinada pela equação (8),

𝐴𝑠𝑤

𝑠=

𝑉𝑠𝑑

𝑧 cot 𝜃𝑓𝑦𝑑

(8)

-8000

-7000

-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 300 600 900 1200 1500

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)



Abóbada

Topo Hasteal

Base Hasteal



M-N máximo BaseHasteal/Soleira270kPa

48

onde,

𝐴𝑠𝑤

𝑠, área de aço por unidade de comprimento;

𝑉𝑠𝑑

𝑧 cot 𝜃𝑓𝑦𝑑, força vertical por unidadade de comprimento, com cot 𝜃 ≈ 2,0 – flexão composta com efeito

favorável do esforço axial.

Não obstante a verificação da equação (8), é necessário garantir a armadura transversal mínima, da

secção em estudo. A armadura transversal mínima, de acordo com a EN 1992 1-1, é calculada segundo

a equação (9),

(

𝐴𝑠𝑤

𝑠) =

0,08√𝑓𝑐𝑘

𝑓𝑦𝑘

𝑏𝑤 (9)

sendo 𝑓𝑐𝑘 a tensão característica do betão, 𝑓𝑦𝑘 a tensão caractéristica do aço e 𝑏𝑤 a largura. Na Tabela

3.14 indica-se: o esforço transverso atuante, a armadura necessária para verificar a segurança da

estrutura e a correspondente armadura adotada em projeto.

Tabela 3.14 – Esforço transverso em função do caso de carga – secções com armadura específica.

Caso de Carga

Secção Vsd

(kN/m) d

(m) bw (m)

As, s (cm

2/m)

As, min (cm

2/m)

nrº. Ramo

As/ramo (cm

2/m)

As/ramo, adotada (cm

2/m)


Base hasteal/ soleira

502,9 0,6 1 13,38 5,37 4 3,35 3,93



1168,9 0,6 1 31,10 5,37 4 7,78 3,93



1650,0 0,6 1 43,90 5,37 4 10,98 3,93



1830,0 0,6 1 48,69 5,37 4 12,17 3,93

Verifica-se que a armadura adotada é inferior à calculada segundo a EN1992 1-1, a partir do caso de

carga de 150 kPa. O incremento de carga vem agravar a reduzida percentagem de armadura adotada.

Deste modo a segurança não é verificada para a base do hasteal e soleira.

49

A armadura específica de esforço transverso apenas foi adotada na soleira e na base do hasteal

(aproximadamente 1,5 m desde a base), ver Figura 3.14. Deste modo, é necessário verificar se as zonas

sem armadura específica, cumprem a segurança ao estado limite último. Nos elementos que não

necessitem de armadura específica a EN 1992 1-1, estabelece que se verifique a equação (10),

𝑉𝑅𝑑,𝑐 = [𝐶𝑅𝑑,𝑐 × 𝑘 × (100𝜌𝐿𝑓𝑐𝑘)

13 + 𝑘1𝜎𝑐𝑝] × 𝑏𝑤 × 𝑑 ≥ 𝑉𝑚𝑖𝑛

(10)

Onde:

𝐶𝑅𝑑,𝑐 = 0,18/γc = 0,12; (11)

k = 1 + √200 𝑑⁄ ≤ 2, d em mílimetros; (12)

𝜌𝐿 = 𝐴𝑠𝐿/(𝑏𝑤 × 𝑑), onde 𝐴𝑠𝐿representa a armadura longitudinal de tração;

(13)

𝑘1 = 0,15; (14)

𝜎𝑐𝑝 =

𝑁𝑠𝑑

𝐴𝑐, onde 𝑁𝑠𝑑 é o esforço axial devido a cargas aplicadas e 𝐴𝑐 área de betão; (15)

𝑉𝑚𝑖𝑛 = 0,035𝑘3/2𝑓𝑐𝑘

1/2𝑏𝑤𝑑. (16)

De acordo com a equação (10) e considerando o parâmetro, d, igual a 0,6 metros e bw de 1 metro,

obtém-se os valores de esforço transverso resistente, indicados na Tabela 3.15. Na Tabela 3.15 são

analisadas as zonas da abóbada e hasteal com esforço transverso máximo. Comparativamente com o

valor de esforço atuante, o esforço transverso resistente é superior na abóbada e no hasteal. Conclui-se

que para estas zonas a segurança é verificada. Caso o esforço normal de compressão não fosse

mobilizado, seria necessário armadura de esforço transverso na região do hasteal.

Tabela 3.15 – Esforço Transverso em função do caso de carga – Secções sem armadura específica.

Caso de Carga

Secção d

(m) Asl

(cm2)

l Nsd

(kN/m) Vrd,c

(kN/m) Vmin

(kN/m) Vsd

(kN/m) Vrd

(kN/m)

Rev. Definitivo

Hasteal 0,6 10,05 0,0017 438,00 235,70 186,05 195,19 235,70

Abóbada 0,6 20,94 0,0035 850,00 344,61 186,05 91,26 344,61


Hasteal 0,6 10,05 0,0017 1182,00 347,23 186,05 226,56 347,23

Abóbada 0,6 20,94 0,0035 1665,00 466,79 186,05 54,51 466,79


Hasteal 0,6 10,05 0,0017 1755,00 433,18 186,05 319,26 433,18

Abóbada 0,6 20,94 0,0035 2250,00 554,54 186,05 58,59 554,54


Hasteal 0,6 10,05 0,0017 1997,00 469,54 186,05 407,81 469,54

Abóbada 0,6 20,94 0,0035 2490,00 590,54 186,05 101,84 590,54

50

O hasteal, de acordo com o diagrama de momentos e respetiva pormenorização da secção, não foi

dimensionado com armadura de tração. Deste modo embora não seja mobilizado o máximo esforço

transverso a segurança não é verificada.

3.7.2.5 Interpretação dos resultados da análise numérica

Tendo como base as análises efetuadas à solução estrutural e em virtude das patologias identificadas em

3.6.2 e 3.6.3 apresentam-se seguidamente as conclusões da pormenorização da secção estrutural.

A pormenorização da armadura longitudinal, de acordo com os elementos disponibilizados no projeto de

execução, é insuficiente para garantir o controlo de fendilhação, como indicado na Tabela 3.5. Na secção

ZG3B, a qual foi analisada com mais detalhe, existem trechos da secção para a qual não foi prevista

armadura longitudinal, sendo pormenorizada apenas para uma das faces. Este facto agrava

consideravelmente a situação, pois não existe nenhum elemento a limitar a abertura de fendas que se

formem. A reduzida percentagem aliada à não existência de armadura de controlo de fendilhação, em

determinadas zonas, poderá justificar o padrão de fissuração vertical com afastamento regular. Este

padrão de fissuração verifica-se em zonas de grande extensão do túnel, como documentado na visita de

dia 20 de Junho de 2016.

Em relação à resistência à flexão composta, verifica-se que a secção mais condicionante será a base dos

hasteais. Pela análise efetuada constata-se que a segurança é verificada para os casos de carga até

165 kPa. Durante a visita ao túnel foram documentadas fendas e esmagamento do betão na base do

hasteal, deste modo poderá supor-se que a carga das argilas ultrapassa o valor limite de 165 kPa.

Salienta-se que na zona superior dos hasteais para os casos de carga analisados, são mobilizados

momentos fletores positivos. Nesta secção, com base nos elementos disponibilizados, não foi

pormenorizada armadura longitudinal na zona interior do revestimento, a qual resistiria a estes

momentos. Conclui-se que nesta secção, poderão vir a formar-se fendas longitudinais. Esta situação é

agravada pela presença das argilas expansivas. Estas patologias, documentadas no capítulo 3.6.2,

apresentam aberturas consideráveis. Na abóbada ocorre situação similar.

Relativamente à resistência das secções ao esforço transverso, verifica-se que existem secções para as

quais a segurança não é verificada. Esta situação verifica-se para os casos em que foi definida armadura

específica de esforço transverso e para a região do topo do hasteal. Este aspeto poderá justificar a

ocorrência de fissuras com rejeito, identificadas em diversas zonas do túnel, em particular nos hasteais.

51

4 Proposta de solução de reabilitação

Com o intuito de solucionar os problemas descritos nos capítulos anteriores, o presente capítulo

apresenta várias propostas de reabilitação do túnel da Encumeada.

As propostas de alteração incluem a construção da soleira do túnel, eliminando deste modo, a secção em

“ferradura”. Esta construção tem como objetivo “fechar” a secção transversal do túnel, diminuindo o

empolamento do pavimento. Esta patologia verifica-se ao longo da extensão do túnel e condiciona a

circulação dos veículos. Ao alterar a forma da secção é possível incrementar ligeiramente o efeito de arco

na base.

Para a análise considera-se um reforço da estrutura do túnel atual, perfazendo um total de 0,85 metros

de espessura. Para a secção da soleira analisaram-se duas soluções, a primeira com 0,6 metros –

Reforço 1 e a segunda com 0,4 metros – Reforço 2.

As soluções acima descritas, foram também analisadas considerando apenas a construção da soleira de

0,6 m e 0,4 m – Reforço 3 e Reforço 4, respetivamente. No entanto, a curto médio prazo as patologias

reaparecerão, não se figurando estas soluções como as melhores opções de reforço.

Adicionalmente, foi analisada uma solução para avaliar a alteração dos deslocamentos e esforços sem

alteração de geometria. Nesta solução efetuou-se um reforço da secção existente, dos atuais 0,6 metros

para 1,1 metros – Reforço 5.

Com base nos deslocamentos obtidos através do programa de elementos finitos, foi definido o reforço da

solução mais eficiente no controlo de deslocamentos. Essa solução é posteriormente analisada

detalhadamente. Para a solução foi adotado betão C20/25 e aço A400 NR.

Não é possível efetuar um espessamento superior ao contemplado na análise, pois o mesmo iria

condicionar a secção útil do túnel, impedindo a circulação em duas vias. A circulação a veículos com

altura superior a 2,5 metros estaria de igual modo impedida.

Esta análise será efetuada, retomando a análise anterior e incrementando a carga por patamares na

secção da soleira. Na restante secção do túnel a carga das argilas será de 270 kPa.

4.1 Modelo de cálculo – geometria e condições de fronteira

A modelação foi efetuada através do programa de elementos finitos Plaxis 2D à semelhança do

procedimento realizado no capítulo 3.7.2.

A caracterização geológico-geotécnica foi considerada equivalente, mantendo-se os parâmetros e

dimensões indicados em 3.7.2.1 pelo modelo Hardening Soil.

52

Para a solução de reforço 1, 2, 3 e 4, as propriedades do túnel definidas no Plaxis, foram alteradas de

forma a ativar a soleira no processo de reforço da estrutura. Deste modo, a secção do túnel foi definida

com as caraterísticas indicadas na Tabela 4.1.

Tabela 4.1 – Caraterísticas geométricas da proposta de reabilitação.

Secção Tipo Comprimento (m) Ângulo (º)

1 Arco 13,80 20 2 Arco 0,65 70 3 Linha 3,00 - 4 Arco 5,15 52 5 Arco 5,15 38

A única alteração geométrica da secção foi na zona da soleira. Os elementos da abóbada e dos hasteais

apresentam geometria equivalente ao indicado no projeto de execução. A pequena secção da base do

túnel do projeto de execução, foi inserida com o elemento plate e com a respetiva interface.

A geometria da solução de reforço e as secções indicadas na Tabela 4.1 são indicadas na Figura 4.1.

Figura 4.1 – Secção transversal da solução de reforço.

A geometria da janela de trabalho e as respetivas condições de fronteira foram equivalentes às

consideradas em 3.7.2.1. O nível freático foi considerado idêntico ao indicado na análise da solução atual

do projeto de execução.

4.2 Modelo de cálculo – materiais

As caraterísticas da camada de suporte provisória e “side drift” mantêm-se inalteradas, relativamente ao

indicado no projeto de execução, definido em 3.7.2.2..

A solução de reforço que contempla a soleira ovalizada com espessura de 0,6 metros, abóbada e

hasteais de 0,85 metros, apresenta as caraterísticas de: rigidez axial, rigidez de flexão e peso por metro,

indicadas na Tabela 4.2.

S1

S2

S3

S4

S5

53

Tabela 4.2 – Caraterísticas do revestimento definitivo da proposta de reforço soleira de 0,6 metros.

Proposta de reforço soleira e=0,6 m

EA (kN/m) 18x106

EI (kN/m2/m) 5,4x10

5

w (kN/m/m) 15,00 Proposta de reforço abóbada e hasteais

e =0,85 m

EA (kN/m) 25,5x106

EI (kN/m2/m) 1,5x10

6

w (kN/m/m) 21,25

A segunda solução de reforço de soleira ovalizada com espessura de 0,4 metros, abóbada e hasteais de

0,85 metros de espessura, apresenta as caraterísticas indicadas na Tabela 4.3.

Tabela 4.3 – Caraterísticas do revestimento definitivo da proposta de reforço soleira de 0,4 metros.

Proposta de reforço soleira e=0,4 m

EA (kN/m) 12x106

EI (kN/m2/m) 1,6x10

5

w (kN/m/m) 10,00 Proposta de reforço abóbada e hasteais

e =0,85 m

EA (kN/m) 25,5x106

EI (kN/m2/m) 1,5x10

6

w (kN/m/m) 21,25

O reforço que contempla unicamente o aumento de espessura da abóbada e hasteais, define-se pelas

caraterísticas indicadas na Tabela 4.4.

Tabela 4.4 – Caraterísticas do revestimento definitivo da proposta de reforço de abóbada e hasteais de 1,1 metros.

Proposta de reforço de abóbada e hasteais

e=1,1 m

EA (kN/m) 33x106

EI (kN/m2/m) 3,3x10

6

w (kN/m/m) 27,50

4.3 Processo de cálculo

O faseamento construtivo da solução foi equivalente ao indicado em 3.7.2. Após a conclusão do

faseamento construtivo e da ativação das cargas das argilas expansivas, a construção da soleira foi

iniciada. Para tal, consideraram-se as etapas construtivas, indicadas no Anexo B. Posteriormente a

carga na soleira foi ativada, em incrementos de 15 kPa. Os resultados dos esforços e deslocamentos

foram analisados aos 150 kPa, 225 kPa e 270 kPa.

Para o caso de reforço, que contempla unicamente o aumento de espessura, as propriedades do túnel

foram alteradas, para as indicadas em 4.2. Esta alteração foi efetuada após a conclusão da construção

do projeto inicial e aplicação da carga das argilas expansivas.

4.4 Resultados da análise numérica

No presente capítulo efetuou-se o estudo dos resultados da análise numérica. Como foram analisadas

diferentes soluções de reforço, realizou-se uma análise comparativa dos deslocamentos obtidos nas

diferentes soluções. O estudo do comportamento estrutural e a verificação do estado limite último,

segundo a EN19921-1, realiza-se apenas para a solução que apresente melhor desempenho ao nível

dos deslocamentos.

54

4.4.1 Deslocamentos

Na Figura 4.2 apresenta-se os deslocamentos totais máximos das soluções analisadas. A partir dos

150 kPa, a solução de reforço com aumento da espessura para 1,1 metros, apresenta deslocamentos

significativos face às restantes soluções. Este comportamento deve-se ao incremento da espessura,

implicando um aumento nos deslocamentos. Para o nível de carga de 225 kPa a solução de reforço 1,

perfila-se como sendo a única a apresentar deslocamentos inferiores aos da solução do projeto de

execução. A solução de reforço da soleira de 0,4 metros – solução de reforço 2, apresenta

deslocamentos da ordem dos 9 mm para os 225 kPa e 11 mm para 270 kPa. A solução de reforço 1 é a

que apresenta deslocamentos inferiores, podendo os mesmos ser considerados desprezáveis.

Figura 4.2 Deslocamentos totais – solução atual e soluções de reforço.

Os deslocamentos horizontais máximos estão definidos na Figura 4.3. Pela análise constata-se que todas

as soluções de reforço que incluem a construção da soleira, apresentam deslocamentos horizontais

desprezáveis. A soleira funciona como uma escora contínua, que impede a mobilização dos

deslocamentos horizontais. A solução de reforço 5, a qual não contempla a construção da soleira,

apresenta deslocamentos horizontais máximos, nos hasteais, da ordem dos 18 mm, condicionando a

escolha desta solução. Esta solução tem um incremento elevado entre a carga das argilas a 150 kPa e a

225 kPa, sendo os deslocamentos máximos, para os vários casos de carga superiores aos da solução do

projeto de execução.

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18

20


ReforçoEstrutural




Deslo

cam

en

tos T

ota

is (

mm

)

Etapa Construtiva

Deslocamentos Totais - Solução Atual - Soluções de Reforço

Solução Actual em FerraduraSolução de reforço com aumento de espessuraSolução de reforço com soleira de 0,6 mSolução de reforço com soleira de 0,4 mSolução de reforço abóbada e hasteal e=0,85m e soleira e=0,6mSolução de reforço abóbada e hasteal e=0,85m e soleira e=0,4m

55

Figura 4.3 – Deslocamentos horizontais – solução atual e soluções de reforço.

Na Figura 4.4 apresenta-se os deslocamentos verticais máximos. Conclui-se que a construção da soleira,

provoca um incremento dos deslocamentos verticais, face ao verificado no projeto de execução. A

solução de reforço 1 apresenta deslocamentos para a carga das argilas de 270 kPa, equivalentes aos

verificados para a solução atual, da ordem dos 5 mm, na soleira. A escavação do terreno para posterior

construção da soleira, provoca uma alteração do estado de tensão, provocando o aumento dos

deslocamentos verticais.

Figura 4.4 Deslocamentos verticais– solução atual e soluções de reforço.

02468

101214161820


ReforçoEstrutural




Deslo

cam

en

tos H

ori

zo

nta

is (

mm

)

Etapa Construtiva

Deslocamentos Horizontais - Solução Atual - Soluções de Reforço


02468

1012141618


ReforçoEstrutural




Deslo

cam

en

tos V

ert

icais

(m

m)

Etapa Construtiva

Deslocamentos Verticais - Solução Atual - Soluções de Reforço


56

Pela análise dos deslocamentos totais máximos, conclui-se que a longo prazo as soluções que

apresentam menores deslocamentos são as soluções de reforço 1 e 2. A solução de reforço 2 apresenta

deslocamentos da ordem dos 11 mm. Deste modo e com base nos esforços elevados que são

mobilizados na zona da soleira, optou-se por analisar e dimensionar a solução de reforço 1. Na Figura

4.5 b) apresenta-se a geometria e o respetivo gabarit da solução de reforço 1.

Figura 4.5 – Geometria e gabarit da solução atual e solução de reforço.

4.4.2 Esforços

Os esforços máximos da solução de reforço estrutural estão definidos na Tabela 4.5.. Os esforços foram

majorados com um coeficiente de majoração de 1,5. Face aos esforços obtidos para a estrutura atual em

“ferradura”, verifica-se uma diminuição do esforço transverso e momento fletor, aliado a um aumento do

esforço normal. Este incremento de esforço normal, é causado pela maior eficácia na mobilização do

efeito de arco na soleira. O aumento da espessura do revestimento, altera a rigidez da estrutura. O

aumento de rigidez provoca um aumento dos esforços e uma diminuição dos deslocamentos.

Tabela 4.5 – Esforços majorados da solução de reforço 1.

Solução de Reforço – Abóbada e hasteais e=0,85 m soleira e=0,6 m

Esforços Construção da

soleira e reforço de hasteais e abóbada




N (kN/m) -2805,0 -2910,0 -3150,0 -3450,0

V (kN/m) 1164,0 -1207,8 -1472,0 -1665,0

M (kNm/m) -935,9 -1092,2 -1318,0 -1491,1

Os diagramas de esforços para os diferentes casos de cargos, estão disponíveis no Anexo E. O

momento fletor e esforço transverso máximo, são mobilizados nos hasteais e soleira.

a) Solução Atual b) Solução de reforço

57

A análise centrou-se na verificação do comportamento da solução, para os diferentes níveis de carga das

argilas expansivas. Analisou-se a tensão normal, presente no revestimento definitivo para os diferentes

níveis de carga, Tabela 4.6. A construção da soleira com espessura de 0,6 metros, provoca um aumento

da tensão normal, face à solução atual em “ferradura”. Este aumento, devido à alteração da espessura, é

inferior ao valor de tensão de dimensionamento do betão C20/25, garantindo-se a segurança da estrutura

segundo a EN 19921-1.

Tabela 4.6 – Verificação da tensão normal.

Solução de reforço abóbada e hasteal e=0,85 m e soleira e=0,6 m

Construção da soleira e

reforço de hasteais e abóbada

Carga Argilas 150 kN

Carga Argilas 225 kN

Carga Argilas 270 KN

N (kN/m) -2805,0 -2910,0 -3150,0 -3450,0

(kN/m2) -4675,0 -4850,0 -5250,0 -5750,0

<fcd Verifica Verifica Verifica Verifica

A análise à interação momento fletor, esforço normal (M-N), segundo a EN1992-1-1 ao estado limite

último foi efetuada através do programa “GaLa Reinforcement”, considerando as propriedades indicadas

na Tabela 4.72. A armadura foi definida de igual modo para a face interior e exterior do túnel e

dimensionada para verificar a segurança da estrutura, até ao nível de carga das argilas de 270kPa. A

armadura definida, respeita um espaçamento igual ou equivalente nas diferentes secções. A soleira foi

analisada para a zona lateral e central, sendo pormenorizada armadura díspar para as duas secções, em

virtude do andamento dos diagramas de momentos fletores, presentes no Anexo E.

Tabela 4.7 – Propriedades da solução de reforço.

Secção d (m) b (m) Armadura/face As/face (cm

2)

Soleira Central

0,6 1 25//0,15 32,72

Soleira Lateral

0,6 1 20//0,15+25//0,15 53,66

Base Hasteal

0,85 1 20//0,15 20,94

Topo Hasteal

0,85 1 12//0,15 7,54

Abóbada 0,85 1 12//0,15 7,54

Entre a Figura 4.6 e a Figura 4.9 apresenta-se as curvas de interação M-N, para os seguintes casos de

carga: revestimento definitivo, argilas a 150 kPa, 225 kPa e 270 kPa, respetivamente. As zonas mais

condicionantes são a zona lateral da soleira e a base do hasteal. Nesta fronteira existe um ponto angular

que embora tenha sido reduzido na solução de reforço, não foi totalmente eliminado devido à geometria

2 Na análise da flexão composta por simplificação o momento fletor foi considerado em módulo

58

do hasteal. Note-se que quando a carga atinge 270 kPa, o valor máximo de M-N na zona lateral da

soleira está próximo da curva de interação, contudo não se espera que a carga atinja valores tão

elevados.

Figura 4.6 – Curva de Interação N-M – revestimento definitivo.

Figura 4.7– Curva de Interação N-M – carga de 150 kPa.

-12000

-10000

-8000

-6000

-4000

-2000

0

2000

4000

6000

0 500 1000 1500 2000

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)


Curva de interação N-M - Secção ZG3B - Rev.Definitivo

Abóbada e topo hasteal

Base Hasteal

Soleira Lateral

Soleira Central

M-N máximo AbóbadaR.Definitivo

M-N máximo Topohasteal R.Definitivo

M-N máximo BaseHasteal R.Definitivo

M-N Máximo SoleiraLateral R.Definitivo

M-N máximo SoleiraCentral R.Definitivo

-12000

-10000

-8000

-6000

-4000

-2000

0

2000

4000

6000

0 500 1000 1500 2000

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)



Abóbada e topohasteal

Base Hasteal

Soleira Lateral

Soleira Central



M-N máximo BaseHasteal 150kPa

M-N Máximo SoleiraLateral 150 kPa

M-N máximo SoleiraCentral 150kPa

59

Figura 4.8– Curva de Interação N-M – carga de 225 kPa.

Figura 4.9 – Curva de Interação N-M– carga de 270 kPa.

A segurança ao esforço transverso foi em primeiro lugar analisada para as secções, que em virtude da

relação entre o esforço transverso atuante e o esforço transverso resistente, condicionado pela

espessura, armadura longitudinal de tração e esforço normal de compressão, entre outros (ver

equação (10) presente no capítulo 3.7.2.4.2), dispensam armadura específica de esforço transverso.

-12000

-10000

-8000

-6000

-4000

-2000

0

2000

4000

6000

0 500 1000 1500 2000

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)



Abóbada e topohasteal

Base Hasteal

Soleira Lateral

Soleira Central




M-N Máximo SoleiraLateral 225 kPa

M-N máximo soleiracentral 225kPa

-12000

-10000

-8000

-6000

-4000

-2000

0

2000

4000

6000

0 1000 2000

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)



Abóbada e topohastealBase Hasteal

Soleira lateral

soleira central

M-N máximo Abóbada270kPaM-N máximo Topohasteal 270 kPaM-N máximo BaseHasteal 270kPaM-N Máximo SoleiraLateral 270 kPaM-N máximo SoleiraCentral 270kPa

60

A análise das secções está presente na Tabela 4.8.

Tabela 4.8 – Análise de secções sem armadura específica de esforço transverso.

Caso de

Carga Secção d (m) Asl (cm

2) l

Nsd (kN/m)

Vrd,c (kN/m)

Vmin (kN/m)

Vsd (kN/m)

Vrd (kN/m)

Reforço

soleira central

0,6 32,7 0,0055 747,4 364,0 186,0 50,7 364,0

Soleira lateral

0,6 53,7 0,0089 2580,0 684,0 186,0 1164,0 684,0

base hasteal

0,85 20,9 0,0025 2460,0 626,8 240,8 989,0 626,8

Topo hasteal

0,85 7,5 0,0009 2805,0 604,1 240,8 318,3 604,1

Abóbada 0,85 7,5 0,0009 2775,0 599,6 240,8 107,6 599,6


soleira central

0,6 32,7 0,0055 1379,2 458,7 186,0 79,8 458,7

Soleira lateral

0,6 53,7 0,0089 2805,0 717,8 186,0 1201,8 717,8

base hasteal

0,85 20,9 0,0025 2610,0 649,3 240,8 1205,7 649,3

Topo hasteal

0,85 7,5 0,0009 2910,0 619,9 240,8 351,2 619,9

Abóbada 0,85 7,5 0,0009 2880,0 615,4 240,8 107,3 615,4


Soleira central

0,6 32,7 0,0055 1977,6 548,5 186,0 164,6 548,5

Soleira lateral

0,6 53,7 0,0089 3150,0 769,5 186,0 1470,2 769,5

Base hasteal

0,85 20,9 0,0025 2775,0 674,0 240,8 1472,9 674,0

Topo hasteal

0,85 7,5 0,0009 3015,0 635,6 240,8 382,1 635,6

Abóbada 0,85 7,5 0,0009 2970,0 628,9 240,8 107,1 628,9


Soleira central

0,6 32,7 0,0055 2389,7 610,3 186,0 211,2 610,3

Soleira lateral

0,6 53,7 0,0089 3450,0 814,5 186,0 1665,0 814,5

Base hasteal

0,85 20,9 0,0025 2925,0 696,5 240,8 1665,0 696,5

Topo hasteal

0,85 7,5 0,0009 3105,0 649,1 240,8 403,5 649,1

Abóbada 0,85 7,5 0,0009 3045,0 640,1 240,8 107,1 640,1

Pela Tabela 4.8 constata-se, que para a zona lateral da soleira e hasteal, o esforço transverso resistente

é inferior ao esforço transverso atuante. É necessário considerar armadura específica de esforço

transverso para a região indicada, em todos os casos de carga analisados.

61

Na Tabela 4.9 e Figura 4.10, apresenta-se a armadura necessária para verificar a segurança ao estado

limite último para a secção da base do hasteal e zona lateral da soleira, respetivamente.

Tabela 4.9 – Armadura de esforço transverso da solução de reforço 1 – base hasteal.

Faseamento Vsd (kN/m) d (m) As, s

(cm2/m)

As, min (cm

2/m)

Nrº Ramos

As/ramo (cm

2/m)

Armadura proposta

Construção da Soleira e Reforço dos

hasteais

988,97 0,85 18,57 7,60 4 4,64 12//0,20

Carga Argilas 150

kPa 1205,66 0,85 22,64 7,60 4 5,66 12//0,15

Carga Argilas 225

kPa 1472,90 0,85 27,66 7,60 4 6,92 12//0,15

Carga Argilas 270

kPa 1665,00 0,85 31,27 7,60 4 7,82 12//0,15

Tabela 4.10 – Armadura de esforço transverso da solução de reforço 1 – zona lateral da soleira.

Faseamento Vsd (kN/m) d (m) As, s

(cm2/m)

As, min (cm

2/m)

Nrº Ramos

As/ramo (cm

2/m)

Armadura proposta

Construção da Soleira e Reforço dos

hasteais

1163,96 0,60 30,97 5,37 4 7,74 12//0,125

Carga Argilas 150

kPa 1201,79 0,60 31,98 5,37 4 7,99 12//0,125

Carga Argilas 225

kPa 1470,21 0,60 39,12 5,37 4 9,78 12//0,1

Carga Argilas 270

kPa 1665,00 0,60 44,30 5,37 4 11,08 12//0,1

Como à priori, não é possível avaliar o nível de carga a que o revestimento está sujeito, a estrutura foi

dimensionada para o limite de carga analisado de 270 kPa. Para a base do hasteal (3,6 metros desde a

base) e zona lateral da soleira (2 metros) adotou-se 4R 12//0,1. As restantes secções do túnel

dispensam a pormenorização de armadura de esforço transverso.

62

A armadura mínima para garantir o controlo da fendilhação, respeita o imposto pela equação (1) presente

no capítulo 3.7.1. Considerando-se como parâmetros da secção, os presentes na Tabela 4.11, obteve-se

o resultado exposto na Tabela 4.12. Para a secção completa adotou-se 16//0,125.

Tabela 4.11 – Parâmetros para análise do controlo de fendilhação.

fcteff (Mpa) 2,20

fyk (Mpa) 400

kc 1,00

k soleira 0,79

h soleira (m) 0,60

k abóbada e hasteal 0,65

h abóbada e hasteal (m) 0,85

Tabela 4.12 – Armadura de controlo de fendilhação.

Zona Secção Asmin/face

(cm2/m)

Armadura adotada por face

ZG3B

Abóbada 15,19 16//0,125

Hasteal 15,19 16//0,125

Soleira 13,04 16//0,125

4.4.3 Interpretação de resultados e comparação de soluções

Dadas as patologias presentes no túnel da Encumeada, o reforço da estrutura implicou a construção de

uma soleira e o espessamento da restante secção. Estas alterações implicaram uma alteração do

diagrama de esforços e respetiva pormenorização das secções, as quais no projeto de execução não

garantiam a segurança ao estado limite último. Esta alteração acarreta custos elevados que poderiam ter

sido minimizados, caso a estrutura tivesse sido dimensionada para a carga associada às argilas

expansivas.

A solução proposta implica um reforço elevado ao nível da armadura adotada, o que nos túneis é um

fator penalizante a nível de segurança em termos de incêndio. A temperatura dentro do túnel pode atingir

os 1000ºC nos primeiros cinco minutos de exposição, sendo que o aço perde cerca de 20% das suas

propriedades ao atingir os 250 ºC. Para retardar a diminuição das propriedades de resistência e rigidez

do aço e betão, durante a situação de acidente, propõe-se a colocação de um revestimento

SIKAcrete-213 F (argamassa de projecção muito resistente ao fogo) com espessura mínima de 2,5 cm.

Este retardador de temperatura constituido por Vermiculite – silicato de multicamadas – expande-se

quando sujeito a altas temperaturas, a água é expelida evitando-se a sua transformação em vapor de

água e posterior pressão no aço e betão [22].

63

Na Figura 4.10, apresenta-se o respetivo teste de fogo. Em caso de incêndio, permite a evacuação dos

condutores, pelas entidades competentes em tempo adequado.

Figura 4.10 – Curva de teste ao fogo – SIKAcrete 213 F, adaptado de [22]

Como se verifica pelo andamento dos diagramas de esforços presentes no Anexo E, a alteração da

secção não provocou a diminuição de forma significativa do esforço transverso e momento fletor,

obrigando a uma pormenorização detalhada na referida zona. Conclui-se que esta solução não apresenta

a geometria otimizada. A otimização da geometria seria alcançada, ao potenciar o efeito de arco na

estrutura, diminuindo assim os referidos esforços de corte e de flexão.

Tendo em conta as conclusões acima descritas, propõe-se a futura análise de uma nova solução de

reforço. Esta solução contempla a construção de um túnel de secção circular, com dimensões superiores

às atuais, funcionando o túnel atual, como túnel piloto durante o faseamento construtivo. Esta solução

permitiria resolver todos os problemas analisados e otimizar a pormenorização da secção.

Adicionalmente, permitiria a melhoria das condições de segurança associadas aos sistemas de

segurança do túnel, como a monitorização e ventilação. Caso fosse pretendido também seria possível

alargar o túnel a mais vias de circulação. Como fatores desfavoráveis destacam-se a interrupção do

tráfego e o custo associado.

65

5 Proposta de alteração ao projeto inicial

Com base nos resultados obtidos para a solução estrutural do projeto de execução e face às patologias

observadas, definiu-se uma nova solução. A nova solução tem como principais objetivos:

Potenciar o efeito de arco, tornando a secção mais circular e estruturalmente mais eficiente,

Figura 5.1 – c);

“Fechar” a secção, com o intuito de limitar a percolação de água dentro do túnel e diminuir os

deslocamentos verificados, Figura 5.1 – c).

Figura 5.1 – Geometria e respetivo gabarit da solução atual, de reforço e de proposta de alteração ao projecto inicial

Com estas alterações é esperado, uma diminuição dos deslocamentos e dos esforços durante os vários

casos de carga: faseamento construtivo, implementação do revestimento definitivo e principalmente

devido à presença das argilas expansivas.

5.1 Modelo de cálculo – geometria e condições de fronteira

A geometria da proposta de alteração apresenta uma forma circular como se verifica na Figura 5.2. O

gabarit e a distância útil no interior do túnel (berma e faixas de rodagem), foram considerados de 0,85 m

e 3,5 m respetivamente, como se indica na Figura 5.1 c).

Figura 5.2 – Geometria da proposta de alteração.

a) Solução atual b) Solução de reforço c) Solução de alteração ao projeto inicial

66

As caraterísticas geométricas do túnel definidas no programa Plaxis 2D estão indicadas na Tabela 5.1.

Tabela 5.1 – Caraterísticas geométricas da proposta de alteração.

Secção Tipo Comprimento (m) Ângulo (º)

1 Arco 8,15 25 2 Arco 2,40 55 3 Arco 5,60 25 4 Arco 4,00 40 5 Arco 5,44 35

A solução apresenta um faseamento construtivo dividido em 4 etapas: as duas primeiras etapas na zona

lateral dos hasteais, a terceira etapa a escação da zona central da abóbada, contemplando a última

etapa a escavação da soleira. A geometria da janela de trabalho e as respetivas condições de fronteira

foram idênticas às consideradas em 3.7.2.1.

O nível freático foi considerado equivalente ao indicado na análise da solução do projeto de execução.

5.2 Modelo de cálculo – materiais

Para a proposta de alteração do projeto inicial foram analisadas diversas soluções. Todas as soluções

analisadas contemplam a camada de revestimento provisório, equivalente à considerada para o projeto

inicial. As suas caraterísticas estão indicadas em 3.7.2.2.

Para a camada de revestimento definitivo, foram consideradas espessuras de 0,6 m, 0,5 m, 0,4 m e

0,3 metros. As respetivas caraterísticas estão indicadas na Tabela 5.2. O terreno foi modelado segundo o

modelo Hardening Soil com as caraterísticas indicadas em 3.7.2.2.1.. As várias análises foram efetuadas

considerando betão C20/25 e aço A400 NR.

Tabela 5.2 – Caraterísticas do revestimento definitivo das propostas de alteração ao projeto inicial.

Proposta de alteração e=0,6 m

EA (kN/m) 18x106

EI (kN/m2/m) 5,4x10

5

𝑤 (kN/m/m) 15


EA (kN/m) 15x106

EI (kN/m2/m) 3,13x10

5

𝑤 (kN/m/m) 12,5


EA (kN/m) 12x106

EI (kN/m2/m) 1,6x10

5

𝑤 (kN/m/m) 10


EA (kN/m) 9x106

EI (kN/m2/m) 6,75x10

4

𝑤 (kN/m/m) 7,5

67

5.3 Processo de cálculo

O faseamento construtivo para a escavação e aplicação do revestimento provisório está presente no

Anexo C. A diferença relativamente à solução atual, centra-se na geometria do “side drift” e na sequência

de escavação, a qual se inicia com a escavação do hasteal em detrimento da abóbada.

Após o faseamento construtivo e aplicação do revestimento provisório, aplicou-se o revestimento

definitivo com a respetiva espessura, de caraterísticas indicadas em 5.2. Posteriormente ativou-se as

cargas das argilas expansivas em incrementos de 15 kN. A análise foi efetuada aos 150 kPa, 225 kPa e

270 kPa.

5.4 Resultados da análise numérica

No presente capítulo são analisados os resultados da análise numérica. Em primeiro lugar, como no

capítulo 4.4, são analisados os deslocamentos para as várias soluções. Com base na análise efetuada e

respetivos resultados, foi definida uma solução para realizar a análise detalhada e respetivo

dimensionamento.

5.4.1 Deslocamentos

Os deslocamentos totais máximos, definidos na Figura 5.3, permitem concluir que, à exceção da solução

de 0,3 metros, em todos os casos de carga, as novas soluções apresentam deslocamentos inferiores

aos obtidos para a solução atual. Esta discrepância, acentua-se na fase em que a carga das argilas

atinge os 270 kPa, sendo a diferença superior a 10 mm. Os deslocamentos totais máximos localizam-se

na soleira, para todos os casos de carga analisados.

Note-se que os deslocamentos para o faseamento construtivo também são inferiores, quando

comparados com os da solução atual. Este comportamento, deve-se à alteração da geometria da

estrutura do túnel e do respetivo faseamento construído. Nas novas soluções analisadas, os

deslocamentos aumentam de forma gradual ao incrementar a carga. Contrariamente ao que ocorre na

solução atual, a qual apresenta um crescimento exponencial aos 270 kPa. Com a nova geometria não se

verifica nenhum aumento brusco dos deslocamentos, ao longo do incremento de carga.

68

Figura 5.3 - Deslocamentos totais – solução atual e novas soluções estruturais.

Os deslocamentos horizontais máximos indicados na Figura 5.4, apresentam valores desprezáveis, a

rondar 1 mm, em todos os casos de carga analisados. Esta alteração deve-se à construção da soleira,

tal como indicado no capítulo 4.4.1.

Figura 5.4 – Deslocamentos horizontais – solução atual e novas soluções estruturais.

Na Figura 5.5 define-se os deslocamentos verticais máximos. A nova solução de 0,3 metros apresenta

deslocamentos superiores aos obtidos para a solução atual em “ferradura”. Para as restantes soluções,

os deslocamentos verticais são inferiores, apresentando valores entre os 2 mm e os 4 mm, na soleira. Tal

como se verificou nos deslocamentos totais, os deslocamentos verticais durante o faseamento

construtivo são inferiores aos da solução do projeto de execução. Pela análise dos deslocamentos,

0

2

4

6

8

10

12

14

16

18






Deslo

cam

en

tos t

ota

is (

mm

)

Etapa Construtiva

Deslocamentos Totais - Solução Atual - Novas Soluções

Solução Actual em Ferradura Nova Solução e=0,6 m Nova Solução e=0,5 m Nova Solução e=0,4 m Nova Solução e=0,3 m

02468

1012141618






Deslo

cam

en

tos H

ori

zo

nta

is (

mm

)

Etapa Construtiva

Deslocamentos Horizontais - Solução Atual - Novas Soluções

Solução Actual em Ferradura Nova Solução e=0,6 m

Nova Solução e=0,5 m Nova Solução e=0,4 m

Nova Solução e=0,3 m

69

acima efetuada, conclui-se que as novas soluções de 0,4 m, 0,5 m e 0,6 m, apresentam deslocamentos

consideravelmente inferiores aos verificados para a solução atual. Com base em todos os fatores

preponderantes para a construção, incluindo nesta análise o fator económico, optou-se por analisar a

solução de 0,4 metros.

Figura 5.5 – Deslocamentos verticais – solução atual e novas soluções estruturais.

Na Figura 5.6 apresenta-se os deslocamentos do terreno após o faseamento construtivo. O valor máximo

de deslocamento é de 20 mm no topo. Salienta-se que durante o aumento de carga das argilas, o

acréscimo de deslocamentos verificou-se na base da soleira.

Figura 5.6 – Deslocamento do solo para a solução de 0,4 metros.

02468

1012141618






Deslo

cam

en

tos V

eri

cais

(m

m)

Etapa Construtiva

Deslocamentos Verticais - Solução Atual e Novas Soluções

Solução Actual em Ferradura Nova Solução e=0,6 m

Nova Solução e=0,5 m Nova Solução e=0,4 m


70

5.4.2 Esforços

No presente capítulo é efetuada a verificação da segurança estrutural segundo a EN1992-1-1. Na Tabela

5.3, indica-se os esforços máximos para a nova solução de 0,4 metros de espessura. O coeficiente de

majoração é de 1,5. A análise da solução teve como base os esforços mais condicionantes obtidos na

análise numérica, verificando-se a segurança ao estado limite último segundo a EN1992-1-1

(Eurocódigo 2).

Tabela 5.3 – Esforços máximos da solução de alteração do projeto de execução.




Carga Argilas 150

kPa

Carga Argilas 225

kPa

Carga Argilas 270

kPa

N (kN/m) -317,58 -485,78 -1358,42 -1905,00 -2280,00

V (kN/m) 52,52 122,00 139,10 209,84 265,28

M (kNm/m) 53,57 185,15 126,57 230,09 288,80

Como esperado e dada a alteração da geometria da solução, houve um decréscimo acentuado do

esforço transverso e momento fletor. Os diagramas de esforços estão presentes no Anexo F. Quando

não se considera a presença de argilas expansivas, a atuar no revestimento, o esforço transverso e

momento fletor máximos localizam-se na abóbada. Após a aplicação das cargas ocorre um aumento

significativo dos esforços, localizando-se a situação mais gravosa na soleira, esta inversão deve-se à

maior rigidez da referida zona.

Esta solução apresenta um aumento do esforço transverso e momento fletor, entre o revestimento

definitivo e a argila a 270 kPa da ordem dos 50%, 20-40% para a argila a 225kPa e uma diminuição de

15-30% para 150 kPa. Na solução atual este aumento entre carregamentos é superior, sendo

respetivamente de 70%, 60% e 40%-55%.

As tensões normais foram determinadas através da equação (3) presente no capítulo 3.7.2.4.2. Os

resultados obtidos estão presentes na Tabela 5.4. Em todos os casos de carga, a tensão é inferior à

tensão de cálculo do betão C20/25, deste modo a segurança é verificada. Comparativamente com a

solução atual “em ferradura”, esta solução apresenta uma tensão superior. Esta alteração pode dever-se

à sua espessura inferior e pela maior mobilização do efeito de arco. No entanto, tal como referido

anteriormente garante-se a segurança estrutural.

71

Tabela 5.4 – Tensão normal da nova solução de 0,4 metros.




Carga Argilas

150 kPa

Carga Argilas

225 kPa

Carga Argilas

270 kPa

N (kN/m) -317,6 -485,8 -1358,4 -1905,0 -2280,0

(kN/m2) -794,0 -1214,4 -3396,0 -4762,5 -5700,0

<fcd Verifica Verifica Verifica Verifica Verifica

A análise à flexão composta foi efetuada através do programa “GaLa Reinforcement”. Para os materiais

C20/25 e A400NR considerou-se como fatores parciais de segurança o valor de 1,5 e 1,15,

respetivamente3. As propriedades da secção e respetiva pormenorização de armaduras longitudinais,

estão definidas na Tabela 5.5. A armadura foi definida de igual modo para a face interior e exterior,

garantindo-se a segurança até à carga de 270 kPa. Como existe alteração do andamento do diagrama de

momentos, a mesma secção (interior/exterior) pode estar à tração ou compressão, em função da carga a

que está sujeita.

Tabela 5.5 – Pormenorização de armaduras longitudinais.

Secção d (m) b (m) Armadura por face As/face (cm2)

Hasteal, soleira e abóbada 0,4 1 16//0,2 10,05

Entre a Figura 5.7 e a Figura 5.10 apresenta-se a curva de interação N-M para os diferentes casos de

carga, revestimento definitivo, argilas a 150 kPa, 225 kPa e 270 kPa, respetivamente.

Quando não se considera a carga associada às argilas expansivas, o valor máximo do par de esforços

N-M na abóbada encontra-se perto da curva de interação, contudo é uma zona pontual. Devido ao

incremento da carga das argilas o esforço normal aumenta e há um incremento do momento fletor na

região da soleira. A segurança é em todos os níveis verificada, para a carga de 270 kPa o esforço

máximo aproxima-se da curva de interação.

3 Na análise da flexão composta por simplificação o momento fletor foi considerado em módulo

72

Figura 5.7 – Curva de Interação N-M – revestimento definitivo.

Figura 5.8 – Curva de Interação N-M – carga de 150 kPa.

-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 100 200 300 400

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)


Curva de interação N-M - Secção ZG3B - Revestimento Definitivo

Hasteal, Soleira eAbóbada

M-N máximo AbóbadaR.Definitivo

M-N máximo Topohasteal R.Definitivo

M-N máximo BaseHasteal R.Definitivo

M-N máximo SoleiraR.Definitivo

-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 100 200 300 400

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)




M-N máximoAbóbada 150 kPa



M-N máximo Soleira150 kPa

73



Dados os valores de esforço transverso atuante, calculou-se o esforço transverso resistente em função

da armadura longitudinal. Esta análise permite verificar se a segurança é garantida, sem armadura

específica de esforço transverso. O esforço transverso resistente, foi calculado segundo a equação (10),

presente no capítulo 3.7.2.4.2.

A solução de geometria mais eficiente apresenta os valores de esforço transverso atuante e esforço

transverso resistente, presentes na Tabela 5.6.

-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 100 200 300 400

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)




M-N máximo Abóbada225 kPa


M-N máximo BaseHasteal 225 kPa


-6000

-5000

-4000

-3000

-2000

-1000

0

1000

2000

0 100 200 300 400

Esfo

rço

Axia

l (k

N/m

)




M-N máximo Abóbada270 kPa


M-N máximo BaseHasteal 270 kPa


74

Tabela 5.6 – Análise de secções sem armadura específica de esforço transverso.

Caso de

Carga Secção d (m) Asl (cm

2) l

Nsd (kN/m)

Vrd,c (kN/m)

Vmin (kN/m)

Vsd (kN/m)

Vrd (kN/m)

Faseamento

Soleira 0,4 10,1 0,0025 291,3 140,35 139,6 36,2 140,4

Hasteal 0,4 10,1 0,0025 485,8 213,22 139,6 122,0 213,2

Abóbada 0,4 10,1 0,0025 354,4 193,51 139,6 122,8 193,5

Carga Argilas 150

kPa

Soleira 0,4 10,1 0,0025 1199,9 320,33 139,6 115,8 320,3

Hasteal 0,4 10,1 0,0025 1358,4 344,11 139,6 139,1 344,1

Abóbada 0,4 10,1 0,0025 127,4 159,46 139,6 57,5 159,5

Carga Argilas 225

kPa

Soleira 0,4 10,1 0,0025 1875,0 421,60 139,6 209,8 421,6

Hasteal 0,4 10,1 0,0025 1905,0 426,10 139,6 118,8 426,1

Abóbada 0,4 10,1 0,0025 1800,0 410,35 139,6 31,2 410,4

Carga Argilas 270

kPa

Soleira 0,4 10,1 0,0025 2280,0 482,35 139,6 265,3 482,4

Hasteal 0,4 10,1 0,0025 2220,0 473,35 139,6 128,9 473,4

Abóbada 0,4 10,1 0,0025 2115,0 457,60 139,6 23,7 457,6

Como não é possível obter o valor exato de carga de argila a que a estrutura está sujeita, o túnel será

dimensionado para garantir a segurança em todos os casos analisados. Como tal, face aos resultados

definidos na Tabela 5.6, constata-se que não é necessário considerar armadura específica de esforço

transverso para qualquer caso de carga. Embora não seja expectável, existe uma folga de esforço

transverso resistente relativamente ao esforço transverso atuante, garantindo-se a segurança para além

dos 270 kPa analisados.

A armadura mínima do controlo de fendilhação foi definida em função da equação (1), apresentando-se

na Tabela 5.7 os respetivos parâmetros de cálculo.

Tabela 5.7 – Parâmetros de cálculo da armadura mínima de controlo de fendilhação.

𝒇𝒄𝒕𝒆𝒇𝒇 (Mpa) 2,20

𝒇𝒚𝒌 (Mpa) 400,00

𝒌𝒄 1,00

𝒌 secção 0,93

𝒉 secção 0,40

Com base nas propriedades da secção e para impedir o fenómeno de fendilhação, provocado por

deformações impostas na peça de betão adota-se 16//0,2 em toda a secção, como se indica na

Tabela 5.8.

75

Tabela 5.8 – Armadura mínima de controlo de fendilhação.

Zona Secção Asmin/face

(cm2/m)

Armadura adotada/face

ZG3B

Abóbada 10,2 16//0,2

Topo Hasteal 10,2 16//0,2

Base Hasteal 10,2 16//0,2

Soleira 10,2 16//0,2

5.4.3 Interpretação de resultados e comparação de soluções

Com base nos resultados obtidos no programa de elementos finitos e definida a respetiva

pormenorização da secção, conclui-se que esta solução apresenta um comportamento eficiente, face às

adversas condições geológico-geotécnicas presentes no local.

A solução de geometria otimizada, definida com o intuito de mobilizar de forma eficiente o efeito de arco,

tem menos probabilidades de apresentar as patologias observadas atualmente. Esta solução está

dimensionada para suportar a carga das argilas expansivas.

Esta solução de espessura inferior, apresenta deslocamentos consideravelmente inferiores quando

comparados com as outras soluções. Esta alteração verifica-se principalmente a nível dos deslocamentos

horizontais, os quais são anulados devido à construção da soleira. A nível do esforço transverso, a

presente solução apresenta uma melhoria significativa face às restantes, que apresentavam valores

anormalmente elevados comparativamente com o expectável, em túneis. Tal como verificado

anteriormente, esta solução dispensa armadura específica de esforço transverso, mesmo apresentando

uma espessura de secção inferior.

Para impedir futuros problemas associados à carga das argilas sugere-se a monitorização contínua do

túnel com alvos topográficos espaçados de 25 em 25 metros, para avaliar possíveis alterações de

deslocamentos, como referido no capítulo 2.3. Para além das medidas de monitorização apresentadas no

capítulo 2.3 sugere-se a colocação de células de pressão entre o revestimento provisório e o

revestimento definitivo para avaliar o nível de carga a que a estrutura está sujeita. Esta monitorização

permitiria uma avaliação da carga das argilas expansivas.

Tal como na solução de reforço sugere-se a instalação de argamassa SIKAcrete-213 F (argamassa de

projecção muito resistente ao fogo) com espessura mínima de de 2,5 cm. Esta aplicação permite retardar

a perda de propriedades do aço em caso de incêndio. Para melhorar o comportamento do túnel

sugere-se a implementação de um sistema de ventilação mecânica, com monitorização permanente da

velocidade longitudinal do ar. Este equipamento permite uma eficiente extração de fumos na direção

pretendida, assegurando a extração dos gases poluentes e a segurança dos condutores em caso de

acidente.

76

Não obstante a presente solução apresentar resultados positivos, pelas ilações retirados do presente

estudo, conclui-se que a implementação de uma secção circular é a que apresenta melhores resultados,

para a segurança do túnel. Deste modo, deveria ser estudada a viabilidade da construção do túnel, pelo

método TBM, o qual apresenta a secção totalmente circular. O escudo teria de ser definido em função

das condições do local, como definido no capítulo 2.1.2. A grande contrariedade deste método, seria o

custo da solução e o respetivo transporte da máquina tuneladora. Sugere-se a análise comparativa das

duas soluções para analisar a melhor, a nível estrutural e económico.

5.5 Análise de Custos e Análise comparativa das soluções propostas

Atualmente, é fundamental aliar a viabilidade técnica da solução, à viabilidade económica. Neste capítulo

efectua-se uma análise económica da solução estrutural atual e das soluções analisadas nos capítulos

anteriores. Foram analisadas a solução de reforço 1 que contempla os custos associados à atual solução

e a solução de alteração ao projeto inicial.

Relativamente às enfilagens consideraram-se os custos associados à perfuração, colocação de armadura

e respetiva injeção. Não foi contabilizado o custo associado ao escoramento do túnel durante o reforço

estrutural. As dimensões dos elementos e o respetivo custo total, foram considerados por metro linear de

desenvolvimento. No Anexo G entre a Tabela G.1 e a Tabela G.3, apresenta-se o mapa de quantidades

de trabalho da solução atual, da solução de reforço 1 e da nova solução, respetivamente.

A solução atual em ferradura, embora apresente um custo total 600 €/ml mais elevado face à nova

solução, a longo prazo acarreta custos elevados. Estes custos estão, não só associados à solução de

reforço, que como se constata apresenta um custo elevado, mas também devido às inúmeras

reparações, efetuadas ao longo dos anos e que não foram alvo de estudo na presente análise. A solução

de reforço, embora não inclua os custos associados ao processo construtivo, apresenta um custo

equivalente às outras soluções. Este custo deve-se ao reforço de betão, mas principalmente à

percentagem de armadura necessária para verificar a segurança segundo a EN1992-1-1.

A nova solução de geometria eficiente é a que apresenta menor custo, garantindo-se com esta secção

um melhor comportamento a nível estrutural e um ganho a nível económico. Esta alteração de secção

garantiu um custo inferior na parcela de betão, sendo no cômputo geral vantajosa. A solução está

dimensionada para suportar cargas superiores à do projeto de execução, garantindo a segurança na

presença de argilas que provoquem carga de 270 kPa.

Com base na presente análise conclui-se que seria 50% mais económico e benéfico a nível estrutural,

adotar esta solução evitando-se as patologias, os custos de reforço e os problemas e restrições ao nível

da segurança na circulação dos veículos.

77

6 Considerações finais e desenvolvimentos futuros

6.1 Principais considerações

A presente dissertação teve como principais objetivos o estudo do desempenho estrutural do túnel da

Encumeada, o qual está sujeito à ação de argilas - montmorilonites. As argilas, em especial as

montmorilonites, apresentam um comportamento expansivo na presença de água. Realizou-se uma

análise do comportamento estrutural e avaliou-se a influência das argilas no comportamento túnel. Com o

objetivo de solucionar os problemas verificados, estudaram-se soluções de reforço com diferentes

espessuras e propôs-se uma nova solução com geometria mais eficiente. Estas soluções têm como

objetivo diminuir de forma significativa os esforços e deslocamentos a que a estrutura está sujeita.

Em primeiro lugar efetuou-se uma análise e estudo das patologias existentes no túnel, atualmente.

Verificando-se patologias a nível estrutural, do pavimento e do sistema de drenagem. Estas patologias

estão em grande parte associadas à pressão exercida pelas argilas. Numa segunda fase, realizou-se

uma avaliação do comportamento estrutural da solução existente. Esta análise e consequente

dimensionamento permitiram concluir que a estrutura não apresenta uma geometria eficiente para

suportar as cargas a que está sujeita. Verifica-se um incremento máximo de 75% dos esforços com a

implementação da carga limite analisada. Esta geometria apresenta deslocamentos e esforços,

principalmente momento fletor e esforço transverso, muito elevados na base do hasteal e soleira em

comparação com os valores esperados. A pormenorização da secção do túnel, apresenta deficiências ao

nível da armadura de controlo de fendilhação e de resistência à flexão composta. O padrão de fissuração

vertical com afastamento regular, existente ao longo da extensão do túnel, poderá dever-se à reduzida

percentagem de armadura de controlo de fendilhação. Constata-se que não é verificada a segurança à

flexão composta quando se considera a carga de 165 kPa devido às argilas expansivas. A armadura

longitudinal foi colocada na zona de compressão, ficando a zona sujeita a trações sem armadura. Não

existe nenhum elemento a limitar e a impedir a abertura de fendas. Durante a visita ao túnel foram

documentadas fendas de caraterísticas semelhantes. Relativamente à verificação ao esforço transverso,

constatou-se que a armadura específica de esforço transverso pormenorizada no projeto de execução, é

inferior à necessária para a verificação da segurança. Como esperado, com a aplicação da carga devido

às argilas expansivas o problema é agravado, justificando-se as fissuras com rejeito em vários troços do

túnel, especialmente nos hasteais.

A solução de reforço contemplou a construção da soleira, permitindo reduzir os deslocamentos para

todos os casos de carga analisados. Os deslocamentos horizontais foram anulados, funcionando a

soleira como um travamento contínuo dos deslocamentos horizontais. Ao nível da tensão normal

verificou-se um acréscimo da mesma, potenciado pelo incremento do efeito de arco. Relativamente ao

esforço transverso e momento fletor, não se verificou um decréscimo significativo com o fecho da secção.

Este andamento deve-se à forma da secção com hasteais rectos, que sujeitos ao carregamento das

78

argilas expansivas incrementam os esforços. A secção foi dimensionada à flexão composta com o intuito

de verificar a segurança até à carga de 270 kPa devido às argilas expansivas. Nesta solução foi

necessário pormenorizar armadura de esforço transverso na base do hasteal e soleira.

Na nova solução a geometria foi alterada, adotando-se uma geometria que potencia-se o efeito de arco –

secção circular. Com esta geometria com menos 0,2 metros de espessura, verificou-se uma diminuição

de 7 mm nos deslocamentos máximos da secção, comparativamente com a solução atual. Os

deslocamentos horizontais, tal como se verificou para a solução de reforço são quase nulos, devendo-se

esta diferença à construção da soleira que funciona como um travamento contínuo. Os deslocamentos ao

longo do incremento de carga, crescem de forma linear, não se verificando um acréscimo exponencial

como se verifica na solução atual. Como seria expectável a tensão normal é superior comparativamente

com as outras soluções. Nesta solução verifica-se uma diminuição do esforço transverso e do momento

fletor devido à maior eficácia na mobilização do efeito de arco. Conclui-se que esta solução cumpre os

objetivos propostos. Adicionalmente, verificou-se que o incremento de esforços em virtude do

carregamento, associado às argilas expansivas, apresenta uma percentagem de acréscimo de 50% para

o carregamento mais crítico. Esta secção permitiu a pormenorização de uma taxa de armadura inferior ao

longo da secção. Sendo possível dispensar a armadura de esforço transverso, para todos os casos de

carga analisados.

A nível económico conclui-se que a nova solução com geometria eficiente, apresenta um custo 50%

inferior à adotada. Concluindo-se que teria sido benéfico um estudo detalhado das condições geológico-

geotécnicas do local, dimensionando-se a secção para as ações a que realmente estaria sujeita.

6.2 Desenvolvimentos futuros

Como desenvolvimentos futuros, sugere-se o estudo detalhado da segurança do túnel e respetiva análise

do risco, segundo o Decreto-Lei nº75/2014. O referido Decreto-Lei apresenta normas de segurança,

distintas das consideradas durante a construção do túnel da Encumeada, sendo as mesmas obrigatórias

para Portugal Continental, rede de estradas trans-europeia.

O sistema de drenagem do túnel é um dos focos das patologias identificadas. Deve ser executada uma

avaliação detalhada da rede de drenagem do túnel. Em virtude dos problemas verificados, seria

fundamental efetuar um levantamento exaustivo e consequente alteração do sistema, para permitir a

eficiente percolação de água e limitar a probabilidade de colmatação dos tubos de drenagem.

A análise das soluções através do método dos elementos finitos foi efetuada em 2D – estado plano de

deformação, sugere-se a modelação em 3D permitindo uma análise mais detalhada, com menos

simplificações.

79

Ao nível das soluções de reforço sugere-se a análise de uma solução que contemple a construção de

uma geometria de túnel circular para potenciar o efeito de arco, considerando-se a secção atual como

túnel piloto durante o processo de escavação. Esta solução permitiria alterar a secção do túnel, com o

intuito de diminuir os deslocamentos e os esforços da estrutura.

Relativamente ao estudo de uma nova solução, considera-se relevante o estudo estrutural e a análise da

viabilidade económica e de transporte, de uma solução com recurso ao método TBM. Esta solução

permitiria uma secção completamente circular, esperando-se a diminuição de esforço transverso,

momento fletor e deslocamentos. O novo túnel poderia localizar-se a uma distância de dois diâmetros do

existente, para limitar a alteração do estado de tensão e consequentes deslocamentos, provocados pela

execução e reforço do túnel vizinho. Esta solução permitiria a reabilitação do túnel existente sem

interrupção completa do tráfego, numa das vias fundamentais de ligação entre o norte e o sul da ilha da

Madeira.

O estudo efetuado na presente dissertação, centrou-se na análise da estrutura ao estado limite último.

Em virtude, das patologias documentadas e dos resultados obtidos sugere-se o estudo do problema em

termos do comportamento em serviço. Adicionalmente, sugere-se a análise detalhada do estudo e do

comportamento das argilas expansivas, considerando o incremento de volume como uma deformação

imposta no perímetro do túnel.

81

Referências bibliográficas

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82

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[18] JETsj, “Nota Técnica Nº1 - Análise das Patologias Ocorrentes no Túnel da Encumeada,” Outubro de

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[23] Melo, P., “Modelação Numérica da Construção de Túneis em Solos,” Dissertação para a obtenção do

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[25] Hensen, E. J. M.e Smit, B., “Why Clays Swell,” University of Amstertam, 2002.

[26] Board T. R., “Geophysical Methods Commonly Employed for Geotechnical Site Characterization,”

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[27] Traldi D., “Spray applied waterproofing membrane:MasterSeal 345,” em 4º Seminário Internacional

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[28] Diário da República 1ªserie Decreto de Lei nº75/2014 de 13 de maio de 2014.

[29] Pistone R. S. e da Cunha A. P., Túneis em Portugal, Lisboa, Comissão Portuguesa de Túneis e

Obras Subterrâneas, 2014.

[30] ITA tunneling, https://www.ita-aites.org/en/, consultado em Julho de 2016.

I

Anexos

Anexo A – Faseamento Construtivo da solução atual em ferradura;

Anexo B – Faseamento Construtivo da solução de reforço 1 – Abóbada e Hasteais de 0,85 m e

soleira de 0,6m;

Anexo C – Faseamento Construtivo da solução de alteração ao projeto inicial e=0,4m;

Anexo D – Diagramas de Esforços da solução atual em ferradura;

Anexo E – Diagramas de Esforços da solução de reforço 1 –Abóbada e Hasteais de 0,85 m e

soleira de 0,6m;

Anexo F – Diagramas de Esforços da solução de alteração ao projeto inicial e=0,4m;

Anexo G – Análise de custos das soluções.

II

Anexo A

Faseamento Construtivo da solução atual em ferradura

Tabela A.1– Processo Construtivo do túnel em estudo.

Descrição

Escavação da zona central da abóbada

-value=100-=80%.

Construção do revestimento provisório abóbada e taludes

Escavação da zona lateral junto aos hasteais

-value=100-=80%.

III

Tabela A.2– Processo Construtivo do túnel em estudo (continuação).

Descrição

Construção do revestimento provisório abóbada – hasteal

Desativação dos taludes

Escavação da soleira

-value=100-=80%.

Construção do revestimento provisório do hasteal – soleira

IV

Anexo B

Faseamento Construtivo da solução de reforço 1

Tabela B.1- Processo construtivo da solução de reforço 1.

Descrição

Demolição da base do hasteal

Escavação da zona da soleira hasteais

-value=100-=80%.

Construção da soleira ovalizada e reforço da abóbada e hasteal

V

Anexo C

Faseamento Construtivo da solução de alteração ao projeto inicial e=0,4m

Tabela C.1– Processo construtivo da solução de alteração do projeto de execução.

Descrição

Escavação da zona lateral do hasteal

-value=100-=80%.

Construção do revestimento provisório hasteal e respetivo talude, posteriormente procedeu-se à

escavação e construção do hasteal oposto

Escavação da zona central da abóbada

-value=100-=80%

VI

Tabela C.2- Processo construtivo da solução de alteração do projeto de execução (continuação).

Descrição

Construção do revestimento provisório abóbada

Desativação dos taludes

Escavação da soleira

-value=100-=80%.

Construção do revestimento provisório da soleira

VII

Anexo D

Diagramas de Esforços da solução atual em ferradura

Figura D.1-Diagrama de esforço normal –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura D. 2-Diagrama de esforço normal –argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala).

Revestimento Definitivo Valor Máximo não majorado = -567 kN/m

Va

Carga das argilas a 150 kPa Valor Máximo não majorado = -1110 kN/m

Va


Va


Va

VIII

Figura D. 3 - Diagrama de esforço transverso–Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura D. 4- Diagrama de esforço transverso– Argilas a 225 kPa e 270 kPa(sem escala).


Va


Va


Va


Va

IX

Figura D.5 - Diagrama de momento fletor –Revestimento Definitivo e argilas a 150kPa (sem escala).

Figura D.6- Diagrama de momento fletor – Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala).

Revestimento Definitivo Valor Máximo não majorado = -280 kNm/m

Va

Cargas das argilas a 150 kPa Valor Máximo não majorado = -458 kNm/m

Va


Va


Va

X

Anexo E

Diagramas de Esforços da solução de reforço 1

Figura E.1 - Diagrama de esforço normal –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura E.2 - Diagrama de esforço normal –Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala).


Va


Va

Carga das argilas a 270 kPa Valor Máximo não majorado = - 2100kN/m

Va

Carga das argilas a 270 kPa Valor Máximo não majorado = - 2300kN/m

Va

XI

Figura E.3 - Diagrama de esforço trasnverso –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura E.4- Diagrama de esforço transverso –Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala).


Va


Va


Va


Va

XII

Figura E.5- Diagrama de momento fletor –Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura E.6- Diagrama de momento fletor –Argilas a 225kPa e 270kPa (sem escala).

Revestimento Definitivo Valor Máximo não majorado = -624 kNm/m

Va

Carga das argilas a 150 kPa Valor Máximo não majorado = -728 kNm/m

Va


Va


Va

XIII

Anexo F

Diagramas de Esforços da solução de alteração do projeto inicial e=0,4m

Figura F.1 – Diagrama de esforço normal – Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura F.2– Diagrama de esforço normal – Argilas a 225kPa e 270kPa (sem escala).


Va


Va


Va


Va

XIV

Figura F.3– Diagrama de esforço transverso - Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura F.4– Diagrama de esforço transverso – Argilas a 225kPa e 270kPa (sem escala)

Revestimento Definitivo Valor Máximo não majorado = 81 kN/m

Va

Carga das argilas a 150 kPa Valor Máximo não majorado = 93 kN/m

Va


Va


Va

XV

Figura F.5– Diagrama de momento fletor – Revestimento Definitivo e argilas a 150 kPa (sem escala).

Figura F.6– Diagrama de momento fletor –Argilas a 225 kPa e 270 kPa (sem escala).

Revestimento Definitivo Valor Máximo não majorado = 123 kNm/m

Va


Va


Va


Va

XVI

Anexo G

Análise de Custo das Soluções

Tabela G.1– Mapa de quantidades de trabalho da solução atual em ferradura custo por metro linear.

Artigo Designação dos Trabalhos Un. Quantidade

(un/ml)

Custo Unitário (€/ml)

Custo total (€/ml)

1.1 Trabalhos de escavação do terreno m3 75,4 15,0 € 1.131,1 €

1.2 Execução de betão projetado com

fibras de vidro m

3 6,56 140,0 € 917,8 €

1.3 Aplicação de cambotas metálicas TH36 com afastamento de 1,5 m

m 19,59 150,0 € 2.938,4 €

1.4 Colocação de tela impermeabilizante m2 21,92 4,0 € 87,7 €

1.5

Execução de enfilagens - microestacas de 20 cm de diametro incluindo perfuração, colocação de

armadura e respetiva injeção

un 15 60,0 € 900,0 €

1.6 Aço A400 NR kg 772,92 1,5 € 1.110,5 €

1.7 Aplicação de Betão C20/25 m3

14,03 110,0 € 1.543,1 €

Total 8.628,6 €

Tabela G.2- Mapa de quantidades de trabalho da solução de reforço custo por metro linear.


(un/ml)



1.1 Trabalhos de Escavação do terreno m3 17,67 15,0 € 265,1 €

1.2 Demolição da soleira m3 16,19 100,0 € 1.618,8 €

1.3 Aço A400 NR kg 2153,46 1,5 € 3.800,8 €

1.4 Aplicação de Betão C20/25 m3 25,10 110,0 € 2.761,2 €

Total 8.445,8 €

Total reforço + total solução atual 17.074,4 €

XVII

Tabela G.3- Mapa de quantidades de trabalho da solução de alteração ao projeto custo por metro linear.


(un/ml)



1.1 Trabalhos de Escavação do

terreno m

3 74,67 15,0 € 1.120,1 €

1.2 Execução de betão projetado

com fibras de vidro m

3 10,62 140,0 € 1.486,6 €

1.3 Aplicação de cambotas metálicas TH36 com afastamento de 1,5 m

m 12,35 150,0 € 1.852,0 €

1.4 Colocação de tela impermeabilizante

m2 31,07 4,0 € 124,3 €

1.5

Execução de enfilagens - microestacas de 20 cm de

diametro incluindo perfuração, colocação de armadura e

respetiva injeção

un. 17,00 60,0 € 1.020,0 €

1.6 Aço A400 NR kg 974,36 1,5 € 1.461,5 €

1.7 Aplicação de Betão C20/25 m3 11,96 110,0 € 1.315,6 €

Total 8.380,1 €

análise do desempenho de túnel rodoviário na ilha da madeira · que visitasse o túnel da...

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