ACIDENTES
ESTRUTURAIS NA
CONSTRUÇÃO CIVIL
Albino Joaquim Pimenta da Cunha
Nelson Araújo Lima
Vicente Custódio Moreira de Souza
ACIDENTES
ESTRUTURAIS NA
CONSTRUÇÃO CIVIL
PINI
ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO CIVIL
«COPYRIGHT EDITORA PINI LTDA.
Todos os direitos de reprodução ou tradução reservados pela Editora Pini Ltda.
Dados Internacionais de Catalogação na Publicação (CIP)
(Câmara Brasileira do Livro, SP, Brasil)
Acidentes estruturais na construção civil, volume 1 / coordenação
Albino Joaquim Pimenta da Cunha, Vicente Custódio Moreira de
Souza, Nelson Araújo Lima. — São Paulo : Pini, 1996.
Vários autores.
ISBN 85-7266-061-5
1. Construção - Acidentes 2. Falhas estruturais
I. Cunha, Albino Joaquim Pimenta da. II. Souza, Vicente Custódio
Moreira de. III. Lima, Nelson Araújo.
96-3425
CDD-690.22
índices para catálogo sistemático:
1. Acidentes estruturais : Construção civil : Tecnologia 690.22
2. Construção c i v i l : Acidentes estruturais : Tecnologia 690.22
Coordenação Editorial:
Mariza Passos
Projeto Gráficos e Capa: Lúcia Lopes e Madalena Faccio
Editoração Eletrônica: cTAZ Editoração Eletrônica S/C Ltda.
Serviços Gráficos e Industriais: José P. Silva
hditora Pini I .tela.
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Fone: 011 3352-6400- Fax 011 3224-0314
Internet: www.piniweb.coni- H-mail: manuais@pini.coni.br
1'edição
I ' tiragem: 2.000 exemplares, out/1996
2' tiragem: 3.000 exemplares, o u t / l 997
y tiragem: 1.000 exemplares, mar/2001
A* tiragem 1.000 exemplares.jul'2004
vMP
APRESENTAÇÃO
Acidentes estruturais n a construção civil v ê m o c o r r e n d o e m
todo o m u n d o - e m muitos c a s o s com vítimas fatais - d e s d e os
primórdios d a Engenharia. No Brasil a situação não é e n e m
poderia ser diferente, mas, a não ser pelos casos noticiados nos
meios de comunicação, poucas pessoas, incluindo aí os profissionais da área, têm conhecimento destas ocorrências.
O s acidentes estruturais p o d e m ter suas origens e m qualquer uma das atividades inerentes a o processo genérico cham a d o de "construção civil", processo este que pode ser dividido
e m três etapas: concepção, execução e utilização d a obra. Paralelamente a isto, p o d e m o s t a m b é m visualizar o p r o b l e m a c o m o
u m a c o n s e q ü ê n c i a de a ç õ e s h u m a n a s , tais c o m o a falta d e
capacitação técnica d o pessoal envolvido no processo (tanto na
etapa de concepção c o m o nas de e x e c u ç ã o e de m a n u t e n ç ã o ) ,
utilização de materiais de baixa qualidade, de causas naturais
ligadas ao envelhecimento dos materiais c o m p o n e n t e s das estruturas e de a ç õ e s e x t e r n a s , tais c o m o c h o q u e s , a t a q u e s quím i c o s , a t a q u e s físicos relativos ao m e i o a m b i e n t e e a t a q u e s
biológicos.
Nos dias de hoje alguns fatores contribuem decisivamente
para aumentar a possibilidade de ocorrência de acidentes estruturais. Em primeiro lugar temos o próprio envelhecimento das
e s t r u t u r a s , e s p e c i a l m e n t e a q u e l a s de c o n c r e t o a r m a d o o u
protendido, q u e só agora estão entrando e m u m a fase q u e poderíamos denominar de maturidade. Em s e g u n d o lugar, e contribuindo decisivamente para a aceleração d a deterioração das
estruturas, temos a poluição atmosférica c a u s a d a pelo alto grau
de industrialização das cidades. Temos ainda o crescimento acelerado da construção civil, que provocou a necessidade d e inovações, as quais trouxeram, por si m e s m a s , a aceitação implícita de maiores riscos, e m b o r a dentro dos limites q u e s ã o regulamentados das mais diversas formas. Tudo isto, aliado às falhas
inevitáveis inerentes a o ato d e construir, formou u m p a n o r a m a
bastante propício à ocorrência dos acidentes estruturais.
Evitar a repetição dos acidentes é u m desafio para todos
nós. É nossa obrigação, c o m o profissionais, procurar reduzir o
número de acidentes cujo crescimento v e m prejudicando a própria i m a g e m da Engenharia Civil. U m a das formas para isto é a
divulgação, no m e i o técnico, d e insucessos d o passado, j á q u e
p o d e m o s t o d o s a p r e n d e r a partir d a análise das c a u s a s q u e
c o n d u z i r a m u m a estrutura ao colapso o u a u m funcionamento
inadequado.
A bibliografia hoje disponível sobre este assunto ó muito
reduzida, e p o d e m o s m e s m o afirmar q u e a não ser por relatos
a p r e s e n t a d o s e m C o n g r e s s o s e Seminários, alguns publicados
e m s e u s A n a i s - e, portanto, de restrita circulação -, não há qualq u e r t e x t o disponível sobre o assunto. M e s m o os relatos e m
C o n g r e s s o s e Seminários são, e m sua grande maioria, voltados
p a r a u m a eventual recuperação o u reforço d a estrutura, não
objetivando mostrar as causas do acidente o u d a anomalia estrutural.
Por isto este livro, q u e tem c o m o pretensão sistematizar o
t e m a , facilitando o acesso d e estudantes e profissionais de Eng e n h a r i a e de Arquitetura à informação, aqui apresentada tecnic a m e n t e , contribuirá para o aprendizado e, conseqüentemente,
p a r a a diminuição d a ocorrência dos acidentes c o m estruturas.
C o m o o s c a s o s s ã o muitos s e l e c i o n a m o s para esta primeira
publicação textos q u e p o s s a m representar o melhor possível a
vasta g a m a de c a u s a s dos acidentes que ocorrem c o m as estruturas, c o n t a n d o para isto c o m a contribuição d e vários profissionais da Engenharia Brasileira, de inegável mérito e
c o m p r o v a d a experiência e m estruturas, que, transmitindo aqui
u m p o u c o d e suas vivências, estão t a m b é m d a n d o u m grande
impulso para a f o r m a ç ã o e a evolução de nossos profissionais.
Albino Joaquim Pimenta da Cunha
Nelson Araújo Uma
Vicente Custódio Moreira de Souza
SUMÁRIO
INTRODUÇÃO
m
Pequenos Incidentes, Grandes Prejuízos - Graves Anomalias de Funcionamento. 13
Paulo Chaves de Rezende Martins
ERROS DE PROJETO E DETALHAMENTO
f2~l O Desabamento do Pavilhão da Gameleira
23
l~3~l Trincas em Alvenaria de Prédio Residencial
31
Augusto Carlos de Vasconcelos
Albino Joaquim Pimenta da Cunha
l~4~] Instabilidade de Pilares em um Galpão Comercial em Duque de Caxias - RJ ... 37
Vicente Custódio Moreira de Souza
FUNDAÇÕES
RH
|in
Recalques Provocados por Cravação de Estacas
43
Recalques Diferenciais em Prédio devidos a Estacas mal Executadas
49
Selmo Astrachan e Enio Ivan Bock
Irani Rossini de Souza
p7~| Dois Problemas Relacionados a Cravação de Estacas
51
|"8~] Cuidados no Projeto de Fundações Superficiais
55
[~9~] Recuperação de Piso Industrial Danificado por Recalques Diferenciais
61
Carlos Henrique Holck
Roberto Possolo Jermann
Silio Pereira Lima Filho e Leandro de Moura Costa Filho
fiõ] Acidente em Fundação Devido a Insuficiência de Sondagem do Subsolo
67
Paulo
[Tf| Dois Casos de Impermeabilização e Aumento da Capacidade de Suporte do
Frederico Monteiro
Solo por Meio de Injeção de Resina Epóxi
Marnio E. A. Camacho c C E . d c M. Fernandes
81
ESCORAMENTOS
[12] A Importância do Reescoramento em Estruturas de Concreto
89
ERROS DE CONSTRUÇÃO
[l3| Falta de Projeto e de Supervisão Técnica Causa Queda de um Prédio em
Volta Redonda - RJ
95
(l4l
99
Arthur Eugênio Jermann
Alberto Francisco dos Santos Filho
Dois Casos Relativos a Erro de Construção
Carlos Henrique Holck
CONTRAVENTAMENTO
fl5] Patologia da Concepção Estrutural de Edifícios Altos
Périclcs Brasilicnse Fusco
PONTES E VIADUTOS
Í16] Acidente no Viaduto da 2a Perlmetral do Metrorec - Recife
129
[17] Fissuras nas Travessas de Apoio de Viadutos Ferroviários
135
ITsl Reforço do Viaduto Monte Seco
143
Sérgio Marques Ferreira de Almeida e Vicente Custódio Moreira de Souza
Ronaldo da Silva Ferreira
Eduardo Valeriano Alves, Vicente Custódio Moreira de Souza e Ricardo Valeriano Alves
VARANDAS E MARQUISES
l?9] Empuxo no Vazio Provoca o Colapso da Estrutura de Uma Varanda
Nelson Araújo Lima
149
[2Õ] Reforço Estrutural de Varandas de Prédio Residencial
155
[2l1 Acidentes em Marquises de Edifícios
161
Albino Joaquim Pimenta da Cunha
Fábio Dorigo
CORROSÃO
[22] Corrosão Causa Acidente no Viaduto Negrão de Lima
171
[23] Corrosão e Proteção Catódica de Adutora em Concreto Protendido
181
Nelson Araújo Lima
Sidney Yukizaki
[24] Substituição em Serviço da Fundação de Uma Torre Avariada por Reação Álcaliagregado
..
Mário Sérgio Pereira de Lucena e Nelson Szilard Galgou 1
185
MANUTENÇÃO
Í25l Deterioração Estrutural em um Estádio de Futebol no Rio de Janeiro
195
CONCLUSÕES
201
Vicente Custódio Moreira de Souza
INTRODUÇÃO
PEQUENOS INCIDENTES, GRANDES PREJUÍZOS
GRAVES ANOMALIAS DE FUNCIONAMENTO
PAULO CHAVES DE REZENDE MARTINS
1
Dr. ECP, Professor Adjunto da EE c da COPPE/UFRJ
Discute-se aqui a Influência de alguns dos principais fatores que estão na origem de
importantes patologias das estruturas de concreto, a partir de experiências, sobretudo,
no
Rio de Janeiro. A Influência do partido estrutural, das técnicas construtivas
adotadas, da
manutenção, da conservação, associa-se a fatores ambientais para provocar danos ao longo
do tempo nas obras. Consideráveis prejuízos para a coletividade e para os patrimônios
público
e privado decorrem desta situação. Aborda-se que medidas adotar para minimizar esses danos
e economizar custos de reparação, recuperação ou reforço.
1
INTRODUÇÃO
Projetar uma estrutura significa resolver seu trinômio fundamental: segurança, funcionalidade
e durabilidade, onde todos os termos são igualmente prioritários. Qualquer deles é indispensável
ao sucesso do empreendimento. Todos são importantes para assegurar a qualidade final da
obra. Negligenciar, que seja parcialmente, um qualquer significa comprometer, com toda a certeza, o resultado final da empreitada. Aos engenheiros que atuam no projeto e na execução de
estruturas cabe responsabilidade indeclinável sobre a qualidade da resposta que sua obra dará
a este trinômio fundamental.
Não são só os grandes acidentes que trazem lições a serem bem aprendidas pelos profissionais. As pequenas imperfeições, os pequenos equívocos, as pequenas desatenções podem estar na
origem de graves anomalias e grandes prejuízos. É deste universo, o das pequenas causas e grandes conseqüências, que trataremos neste artigo. Abordaremos as anomalias que pudemos constatar nas edificações civis ao longo dos anos de atividade profissional. Elas têm origens diversas - nos
projetos, nas técnicas de construção, nos materiais empregados, no controle da execução, no seu
uso durante sua vida útil. Usaremos como referência principal as edificações urbanas.
Para efeito da análise que aqui fazemos, podemos reunir as origens das disfunções estruturais mais freqüentes em dois grupos: as geradas nas opções de projeto e as de cunho executivo.
A análise crítica aqui desenvolvida não pretende ser exaustiva. Ela cobre os casos mais
comumente encontrados no dia a dia das atividades do autor deste artigo.
OS EDIFÍCIOS A PARTIR DOS ANOS 70
2.1 Considerações Gerais
Os imóveis no Brasil, em particular no Rio de Janeiro, têm uma característica que desempenha um papel fundamental no comportamento de suas estruturas. Pelas posturas municipais
eles são geralmente obrigados a ter um ou mais pavimentos de garagem, além de um pavimento
de uso comum (área de recreação infantil, piscina, quadras de esporte, salão de festas, moradia
do zelador, além de outras instalações). Acima destes são, então, colocados os pavimentos de
apartamentos. Estes podem ser em número extremamente variável, indo de três a trinta, conforme sua localização na região urbana. Os edifícios comerciais diferem apenas pelo fato de que
em geral não têm o pavimento de uso comum.
A busca de agilidade na construção, encurtando prazos e economizando materiais, trouxe
como tendência natural o aumento dos vãos dos painéis de lajes dos edifícios, que correspondem,
às vezes, à área total de um pequeno apartamento (40 a 50 m 2 ). O cálculo à ruptura também
veio ajudar a otimizar dimensões, reduzindo-as em relação às praticadas segundo os métodos
tradicionais de cálculo de tensõ°s em serviço
A conjugação dessas práticas faz com que a deformabilidade das estruturas se tome um
aspecto preponderante no projeto de edifícios em concreto armado. Os andares inferiores, estando livres para se deformarem e tendo vãos cada vez maiores, fazem do efeito das deformações (sobretudo as diferidas no tempo) um aspecto cada vez mais importante na concepção e
execução das obras. É comum que as flechas instantâneas calculadas estejam dentro de limites
aceitáveis. Todavia, ó também comum, que com o tempo (às vezes poucos anos) elas dobrem,
quando não tripliquem de valor, tomando-se totalmente incompatíveis com o funcionamento da
edificação (seja um prédio ou um viaduto).
Fatores climáticos estão também associados à origem de outros tipos de desordem nas
edificações urbanas. A inadequação de certas soluções, tanto estruturais como arquitetônicas,
para o ambiente onde elas estão inseridas comprometem a longevidade e a resistência de
inúmeras obras. Procedimentos de manutenção deficientes ou na maioria das vezes inexistentes,
agravam o processo de deterioração, aumentam os custos de reparação, quando não reduzem
a vida útil das estruturas.
2.2 As patologias geradas pelo projeto
As normas brasileiras de projeto de estruturas em concreto, mais especificamente a NBR6118, preconizam que todas elas devem ser analisadas em dois níveis: adequação de sua resposta às condições de trabalho (estados limites de serviço) e margem de segurança satisfatória
quando à possibilidade de colapso local ou global (estados limites últimos). Ambas as verificações devem ser feitas de maneira exaustiva e são hoje um conceito universalmente aceito de
bom funcionamento das estruturas. Prescrições específicas distribuídas ao longo das normas
visam garantir sua funcionalidade, fechando o tripé mencionado no início deste artigo.
As antigas edificações, com cálculo baseado em tensões de serviço, apresentavam elevada
robustez e, por conseqüência, baixo índice de esbeltez. Isto acarretava que suas deformações
eram normalmente pequenas e raramente perceptíveis nos casos mais comuns. Assim se passava para a maioria dos edifícios residenciais ou comerciais construídos até a década de 70.
Apôs essa época, visível redução nas dimensões dos elementos estruturais e uso de elementos de contraventamento mais leves, tomaram as edificações mais esbeltas e, portanto, sujeitas
a estados de deformação anteriormente não percebidos. O aumento do gabarito das construções, bem como o arrojo de suas formas também influem no surgimento de estados críticos de
solicitação.
Obviamente não se está falando aqui das obras excepcionais que mereceram e, merecem até
hoje, atenções especiais. Os cuidados a elas dedicados fazem com que, em geral, apresentem
um mínimo de patologias de origem.
2.2.1 As flechas nos pavimentos Inferiores
Nos edifícios modernos, o fato dos pisos inferiores serem praticamente livres de alvenarias,
implica que nesses pavimentos as deformações (flechas sobretudo) devidas à fluência do concreto possam se desenvolver livremente. Este processo é particularmente crítico na primeira laje
de a p a r t a m e n t o s . Esta, c a r r e g a d a c o m uma c a r g a p e r m a n e n t e e l e v a d a - p e s o
próprio+revestimento+alvenarias+mobiliário - não tem qualquer contraventamento inferior para
minimizar suas flechas. Além disto, pelo menos num período inicial, o aperto das alvenarias nos
pavimentos superiores faz com uma parcela das sobrecargas permanentes também venha a
carregar esta prtmeíra laje. Todas essas cargas, atuando num pavimento livre para se deformar,
acabam gerando flechas importantes e que devem ser cuidadosamente verificadas. Sua evolução no tempo pode ser, via de regra, elevada. A presença de elementos semi-rígidos sobre a laje
(as alvenarias ou divisórias) faz com esta verificação se tome ainda mais importante, pelos
danos que tais elementos podem sofrer. Este é um caso freqüente de patologia das edificações,
onde pavimentos extremamente deformáveis acabam por provocar sérias trincas nas paredes
sobrejacentes.Tal fato, perfeitamente previsível e, portanto, evitável, causa graves danos ao patrimônio
dos que adquirem tais bens e geram elevados custos e complexos métodos de reparação.
O projeto de pavimentos esbeltos - lajes finas, poucas vigas e grandes vãos em ambas implica, também, em elevada sensibilidade a vibrações. É comum encontrar-se pavimentos de
uso comum, onde, por ocasião de festas ou concentrações maiores de usuários, as vibrações
causadas pelas pessoas tornam-se incômodas e até amedrontadoras. Quando se trata, então,
de pavimentos onde estão instaladas máquinas, o prejuízo ao seu funcionamento pode ser considerável. Verificações de freqüência própria devem ser feitas nesses casos de modo a melhor
definir espessuras e dimensões dos elementos estruturais.
A atual NBR-6118, preconiza no item 4.3.2.1.C que "os deslocamentos transversais não
poderão atingir o valor do qual possam resultar danos a elementos da construção apoiados na
estrutura ou situados sob peças desta, prevendo-se, nestes casos, quando necessário, os dispositivos adequados para evitar as conseqüências indesejáveis". Tal sentença contém o conceito básico que deve nortear a verificação da deformabilidade da estrutura. Todavia, isto não ocorre como regra geral nos projetos em concreto armado. Examinar flechas não é feito, preferindose, de maneira exageradamente simplificada, usar o mesmo item 4.3.2.1.C da norma, que diz
que atendida a condição de espessura mínima por ela fixada, as flechas admissíveis estão
implicitamente satisfeitas. Isto é verdade quando apenas está em jogo a deflexão da laje sem
interações com outros elementos, desde que esta não tenha área muito elevada. Os inúmeros
problemas surgidos nos edifícios confirmam que basear-se apenas no critério de espessura
mínima fixado pela NBR-6118 não é suficiente. Mais grave ainda ó quando, utilizando o recurso
de diminuir a espessura da laje através da verificação direta da flecha, esta só é analisada para
as cargas como se fossem de curta duração. A flecha, calculada para o instante de aplicação
das cargas, não incorpora os efeitos do tempo que, majorando seus valores, conduz a danos
consideráveis nas edificações. Esses danos podem ser do tipo: sérias trincas em alvenarias;
empenamento de esquadrias; descolamento e trincamento de revestimentos de piso e peitoris;
fissuração das lajes e vigas por excesso de deformação. A superposição de todos esses problemas culmina por comprometera durabilidade da estrutura, provocando desagregação dos materiais e ataque às armaduras. Os pilares e vigas de periferia, sob a ação das rotações impostas
pelos deslocamentos excessivos das lajes, acabam também por sofrer esforços de flexão e
torção não considerados no projeto, muitas vezes com conseqüências danosas.
2.2.2 As flechas nas varandas em balanço e o esgotamento
das águas pluviais
Um caso comum de patologia é o das varandas em balanço dos edifícios. Muitas vezes concebidas com vãos importantes (2 ou mais metros), raramente têm suas flechas ao longo do
tempo verificadas. Isto acarreta quase sempre deformações excessivas e danos aos peitoris e
fachadas. Surgem trincas no ponto de momento máximo que se tomam foco de ataque das
armaduras.
Um edifício no Rio de Janeiro é típico de má solução. Trata-se de um grande prédio residencial
com varandas de dois metros de balanço, todas com laje inferior, inclinada da ponta do balanço
para a fachada e cercada por vigas. O piso é constituído por placas de pedra SãoTomé apoiadas
em pedestais de alvenaria. Não há qualquer sistema de drenagem das águas que eventualmente se infiltrem na caixa da varanda. Com o tempo, a deformação dos balanços, a porosidade das
pedras de pavimento, as fissuras que se abriram, fizeram com que as varandas se tomassem
verdadeiras piscinas, conservando a água infiltrada, que não tinha escoamento possível a não
ser por lenta evaporação. Danos importantes foram causados às fachadas onde se ligam às
varandas e a seus peitoris. Este é um exemplo típico de mau detalhe arquitetônico que associadò a uma solução estrutural inadequada provocaram uma situação patológica extremamente
danosa e de custo de correção elevado.
A breve análise qualitativa feita acima, demonstra o enorme cuidado com que devem ser
tratados os estados limites de serviço nas estruturas, mesmo em concreto armado. A cultura
brasileira não incorpora, via de regra, a necessidade de analisar os efeitos reológicos do concreto e do aço quando se trata de concreto armado. Nas modernas estruturas, geralmente esbeltas,
esses elementos 6ão indispensáveis para o sucesso do empreendimento e a garantia de sua
qualidade.
2.2.3 Os deslocamentos de origem térmica nas coberturas
Outro problema que ocorre com freqüência nas edificações é o do trincamento das lajes de
cobertura e das paredes subjacentes. Tal fato está, em geral, associado às variações térmicas
provocadas pela insolação. A laje de cobertura, sem isolamento térmico que evite dilatações e
contrações importantes, trabalha ao sabor das significativas variações de temperatura que ocor-
rem em um só dia. No Rio de Janeiro, sob insolação direta, tal variação, entre o dia e a noite
pode chegar a 30°C ou mais, dependendo da época do ano. Os deslocamentos gerados nas
lajes são, neste caso, quase sempre incompatíveis com a capacidade de absorção dos elementos semi-rígidos (alvenarias, esquadrias, tubulações, etc) que a elas se ligam. A estrutura e,
sobretudo, seus revestimentos apresentam, então, elevado nível de fissuração, acarretando,
como conseqüência, danos a todo o patrimônio. Surgem daí problemas de funcionamento cuja
solução é onerosa e trabalhosa.
2.2.4 As agressões das intempéries climáticas
Nas edificações expostas a condições particularmente agressivas de intempéries, as medidas corriqueiras de proteção não são suficientes. Um exemplo claro disto são aquelas cujas
fachadas ou empenas são voltadas para a direção de ventos e chuvas dominantes. No Rio de
Janeiro é conhecido o mau tempo vindo do Sudoeste, cujas chuvas e rajadas de vento são,
geralmente, fortes e longas. A pressão do vento faz com que a água e agentes agressivos
voláteis penetrem nos poros do revestimento e acabem atingindo o concreto e a armadura.
Nestas fachadas medidas especiais de qualidade dos revestimentos devem ser adotadas para
eliminar, tanto quanto possível, os riscos de infiltração por capilaridade de fluidos ou partículas
sólidas danosos aos materiais.
Em cidades costeiras há uma evidente diferença das condições atmosféricas entre as regiões
vizinhas ao mar e as áreas interioranas destas cidades. No Rio de Janeiro, há que se tratar
diferentemente construções nos bairros litorâneos e aquelas na Zona Norte, Oeste ou no Alto da
Boa Vista. Um exemplo simples são os prédios em concreto aparente, cuja deterioração é nitidamente mais rápida em Copacabana do que na Penha ou Tijuca. Isto significa que, ou se evita o
concreto aparente na beira das praias ou se tomam precauções extras em seu projeto e construção para assegurar durabilidade adequada e manutenção a custos compatíveis com a capacidade dos proprietários. A adequação da solução estrutural é algo básico na concepção do projeto.
A vida útil de uma estrutura está intimamente ligada a sua correta adequação ao meio ambiente
em que foi construída. Não se pode aceitar que em um projeto tal fator seja negligenciado.
2.3 As patologias geradas pela execução
Os problemas identificados no item anterior podem ser extremamente agravados com a adoção na obra de procedimentos executivos inadequados.
2.3.1 A retirada do escoramento e a desforma
Nas edificações convencionais, a retirada do escoramento está comumente associada à
obtenção de uma resistência mínima para o concreto. Este é um equívoco corrente que deve
ser sanado urgentemente. A retirada do escoramento deve considerar, além da resistência, o
valor do módulo de elasticidade do concreto na data. É este segundo parâmetro que irá
governar a deformabilidade da estrutura ao longo de toda sua vida. Se sua entrada em carga
se faz ainda com um módulo de elasticidade muito baixo, as flechas poderão alcançar valores extremamente grandes em relação a seus valores iniciais. Como ordem de grandeza elas
podem ir do dobro ao quíntuplo de seus valores no momento da desforma. Há certamente
uma ligação estreita entre módulo de elasticidade e resistência à compressão do concreto.
Contudo, ó o módulo d© elasticidade que deve ser verificado para garantia da obtenção de
flechas compatíveis com o funcionamento das estruturas.
2.3.2 A salada russa de pequenos equívocos e grandes
dores de cabeça
A não existência na maioria das obras de uma fiscalização efetiva de engenheiros responsáveis, quer do Estado, quer dos clientes, faz com que freqüentes falhas de execução venham a
comprometer a qualidade das obras. A obrigação dos engenheiros encarregados das obras de
cuidar, freqüentemente, de diversos empreendimentos ao mesmo tempo, ou de tratar todos os
detalhes técnicos, administrativos e financeiros conjuntamente, afeta, também, a qualidade de
seu trabalho. Esta situação está na origem de inúmeras patologias constatadas em obras concluídas até recentemente. Alguns exemplos são:
• juntas de concretagem mal tratadas, com falhas, brocas e material desagregado;
• cobrimento desrespeitado por má colocação das gaiolas de armadura - ocorrência freqüente
em lajes;
• ajuste feito no canteiro de detalhes mal elaborados no projeto, conduzindo a soluções também inadequadas. Nesses casos, salvo quando há engenheiro qualificado para efetuar mudanças no projeto, elas devem ser solicitadas ao seu autor,
• montagem deficiente das formas, deixando desníveis ou vazios entre as pranchas de madeira, o que prejudica a colocação do concreto, sua vibração e, por conseqüência, sua qualidade e
capacidade de bem proteger a armadura;
• uso no revestimento de fachadas de materiais que, medíocres, inadequados ou mal aplicados, permitem a infiltração de umidade e outros agentes agressivos comprometedores da durabilidade das estruturas;
• a moderna tendência de humanizar as construções com plantas em jardineiras de concreto
diretamente ligadas à estrutura, mas sem a correta impermeabilização, o que acaba por atacar
os elementos a elas ligados;
• chumbamento descuidado de elementos metálicos na estrutura, pelos quais se inicia o processo de corrosão, e que acaba atacando as armaduras;
2.3.3 A composição do concreto e dos revestimentos
O uso de materiais inadequados na mistura do concreto ou dos revestimentos que lhe são
aplicados. A colocação de aditivos de qualquer tipo deve ser feita levando-se em conta também
seus efeitos colaterais sobre a estrutura. Não se pode empregar produtos que, pelo alto teor de
elementos tais como sulfatos ou cloretos, venham produzir a longo prazo um efeito danoso,
apesar de todos os benefícios que possam ter no momento de sua aplicação. Rigoroso controle
dos materiais deve ser feito sempre.
Um caso interessante ó o de um edifício no Rk> de Janeiro, em que elevadíssimo teor de cloreto
de sódio foi encontrado no concreto. O problema foi detectado relativamente tarde, somente após
avançado estado de deterioração das armaduras da face inferior da laje do primeiro pavimento,
sobre o hall principal de acesso. Quando o cobrimento do concreto foi expulso, a corrosão das
barras era de tal ordem que em grande parte só restava o produto da oxidação, ou seja, a área útil
residual de aço era nula. O curioso 6 que este elevado grau de deterioração só existia na face inferior
da laje, cujo vigamento era, aliás, invertido. O piso por sobre a laje era feito de placas pré-moldadas
apoiadas nas vigas e em fiadas de tijolos entre estas. Ao se abrir o piso constatou-se que estava
praticamente intacto, indicando que não havia sido atacado seja por fatores endógenos, seja externos. Os pilares que eram em concreto aparente também apresentavam baixíssimo grau de deterioração. Exames de laboratório permitiram constatar elevadíssimo teor de cloreto nas amostras do
concreto das lajes e vigas retiradas das faces inferiores das mesmas. A conclusão tirada foi que a
argamassa de revestimento utilizada foi preparada com material altamente inadequado - areia de
praia, água salobra ou algum aditivo rico em cloreto - algo perfeitamente evitável por uma fiscalização eficiente. O prejuízo foi, evidentemente, enorme para um prédio relativamente jovem (menos de
quinze anos de construído), exigindo recuperação custosa e de efeito duvidoso, uma vez que não é
possível eliminar o cloreto já difundido no concreto. Mesmo que substituídas todas as partes hoje
danificadas, nada impede que novos pontos de deterioração surjam em futuro próximo, obrigando a
custosas e contínuas obras de manutenção.
Outra situação crítica é a implantação de empreedimentos em regiões sujeitas ao processo
dito de "splash" - respingo repetitivo de água, em geral marinha. Neste caso são necessárias
medidas acauteladoras na fabricação de um concreto resistente a seu ataque. Ele deve ser
compacto ("impermeável"), resistente à abrasão e à erosão. Além disso o cobrimento das armaduras deve ser particularmente cuidado e ser superior ao usual de concreto aparente. O nível
das tensões em serviço devem ser tais que minimizem a fissuração. O uso das prescrições do
Código Modelo MC90 do CEB é extremamente recomendável. O posicionamento e a forma dos
elementos estruturais devem ser tais que minimizem as superfícies expostas ao impacto direto
das ondas de borrifo.
2.4 As patologias geradas pelo uso
Se as situações acima descritas estão ligadas à implantação da obra, outras, às vezes màis
graves, são provocadas ao longo de sua vida útil. A grande maioria dos proprietários não possui
os projetos relativos a seus imóveis. Infelizmente isto vale tanto para os proprietários particulares como para os públicos (Municípios, Estados e União). Com menor freqüência ainda, possuem os projetos ajustados conforme foram efetivamente executados - o vulgarmente chamado
projeto "as built" da obra. Esses dados deveriam estar obrigatoriamente com os proprietários
pois são informações imprescindíveis para a manutenção e operação do imóvel. Quando mais
antigo o imóvel, menores as chances de se obter a documentação relativa.
Freqüentemente ao longo do tempo os proprietários desejam efetuar alterações no uso
das estruturas. Isto implica em remanejamentos e, não raro, em aumento de cargas permanentes. Em muitos casos se faz apenas uma verificação de capacidade portante. Nenhuma ou,
quando muito, uma sumária verificação das deformações é feita. A conseqüência é, mais uma
vez, flechas e rotações excessivas, freqüentemente associadas a fissuração exacerbada pelo
aumento de tensão na armadura de tração. Projetos de adaptação exigem, na maioria dos
casos, análises cuidadosas sobre as alterações que irão provocar na estrutura. Merecem destaque especial a superposição dos novos estados de tensão a outros já instalados e o incremento
de deformações imediatas e ao longo do tempo.
3
COM QUE CRITÉRIOS TRATAR A QUESTÃO?
Todo e qualquer empreendimento deve ser cuidadosamente avaliado do ponto de vista técnico quanto a suas condições de estabilidade, durabilidade e funcionalidade. Esta é uma regra
que não pode ser negligenciada nem nos menores dentre eles. Não se pode admitir que casas
populares não sejam executadas com os mesmos padrões de qualidade que uma barragem.
Evidentemente os métodos e equipamentos não serão os mesmos. Todavia nada pode impedir
que os resultados sejam os mesmos. Não se pode admitir que fundações de edifícios populares
sejam feitas sem que se evitem recalques danosos aos proprietários, enquanto que, por seu
caráter catastrófico, as fundações de uma barragem sejam objeto de minuciosos estudos. Ambos os casos, utilizados os instrumentos adequados, devem ser tratados com a mesma profundidade e seriedade. Este é o primeiro critério de desenvolvimento de um projeto: não há projetos
pouco importantes ou muito importantes; só há projetos grandes ou pequenos. Todos devem ser
tratados com os mesmos requisitos de qualidade, adaptados apenas os instrumentos, em função da escala em que se trabalha.
As normas de projeto e execução existem para serem respeitadas mas também para serem
criticadas e atualizadas. Quando se estiver diante de um caso que não se enquadre nos critérios-padrão normatizados, o espírito crítico e criador do engenheiro deve buscar soluções alternativas que dêem suporte a sua obra. Não basta se escudar no dogma da obediência cega à
norma para justificar soluções que se mostrem inadequadas para a realidade em que foram
executadas. Este deve ser o segundo critério de projeto: buscar soluções para o problema real
e não se ater apenas a prescrições de norma. Quando o código nacional não for suficiente,
busque-se apoio nos de países ou associações de prestígio internacional, como o CEB, a ACI,
a ASHTO, a RILEM, a FIP, e tantas outras.
U m sistema do fiscalização por pessoal ofotivamonto qualificado devo ser implantado para
qualquer tipo de empreendimento. Tanto os grandes como os pequenos proprietários devem se
conscientizar de que um engenheiro habilitado é uma economia inquestionável a longo prazo.
Não há economia real no corte de custos de projeto e controle de execução pois eles representam invariavelmente aumento de custos de manutenção e recuperação, via de regra muito mais
elevados.
CONCLUSOES
Projetar uma estrutura de concreto não envolve tão somente conceitos de engenharia civil
tradicional. Fatores como meio ambiente, minimização de custos de execução e manutenção,
impacto social, evolução tecnológica, otimização de processos construtivos, dentre outros, devem ser considerados. Eles abrangem desde a montagem do empreendimento, o processo de
concepção da obra até métodos construtivos e rotinas de inspeção e manutenção.
Eliminar grande parte dos incidentes que ocorrem nas obras privadas e públicas no Brasil e
em particular no Rio de Janeiro é perfeitamente possível pela ação conjunta de proprietários e
fornecedores. Aos primeiros cabe exigir qualificação e qualidade de seus prestadores de serviço. Aos segundos cabe usar seus conhecimentos técnicos e sua competência para entregar a
seus clientes um produto de alta qualidade e que satisfaça aos quesitos de durabilidade, segurança e funcionalidade exigidos.
Ao Estado, como responsável pela gestão do patrimônio público cabe tanto a responsabilidade de cliente, exigindo qualidade nos produtos que encomenda, como qualidade na fiscalização, controle e manutenção deste patrimônio que pertence a toda a sociedade e não apenas
aos que a administram.
Aos órgãos fiscalizadores, tanto do Estado como privados, como reguladores das relações
sociais cabe estabelecer as regras e fiscalizar para que sejam cumpridas por todos.
Aos engenheiros cabe buscar o aperfeiçoamento técnico necessário para enfrentar os desafios cada vez maiores das obras modernas. Dentro deste universo está a constante atualização
de nossas normas técnicas para que o exercício profissional possa ser feito a partir de um
padrão de qualidade que se imponha a todos.
BIBLIOGRAFIA
Rezende Martins. P.C.; Regis. RA.(1993) - Verificação e projeto de recuperação da estrutura de edifício residencial em
Jacarepaguá, Rio de Janeiro. 25 pág.
Rezende Martins. P.C.; Guimarães, K.D.; Abreu. J.L.L.(1993) - Análise, diagnóstico e proposta de solução para o
processo de corrosão das armaduras e de deformação excessiva da estrutura do Prédio dos Laboratórios da
Escola Técnica Federal de Química RJ, Rio de Janeiro. 180 pág.
Rezende Martins, P.C.(1993) • Vistoria e parecer sobre a estrutura do prédio do Edifício Monte Sameiro, Rio de
Janeiro, 5 pág.
•Rezendo Martins. P.C.(1993) - Parecer sobre danos ocorridos na agência do Banco do Brasil em Campos, Rio de
Janeiro. 3 pág.
Rezende Martins, P.C.(1992) - Vistoria e parecer sobre a estrutura e fachadas dos prédios do Condomínio do Edifício
Lampert, Rio de Janeiro. 5 pág.
Rezende Martins. P.C.(1991) - Análise de estabilidade o projeto de reforço da estrutura da garagem do Edifício
Canopus, Rio de Janeiro. 32 pág.
ERROS DE PROJETO
E
DETALHAMENTO
O DESABAMENTO DO PAVILHÃO DA GAMELEIRA
DR. ENG* AUGUSTO CARLOS DE VASCONCELOS
1
2
INTRODUÇÃO
O desastre da Gameleira foi um dos mais espetaculares do Brasil e dos mais comentados
pela imprensa. Passado quase um quarto de século, pode-se falar das causas do desastre com
imparcialidade, procurando enfocar principalmente os aspectos estruturais.
O autor dessa descrição foi membro, juntamente com os Professores Milton Vargas e Oscar
Costa, da comissão oficial nomeada pelo Instituto de Engenharia de São Paulo com o fito de
elucidar o problema, sem vínculos políticos, comerciais ou judiciais. O trabalho da comissão foi
um serviço gratuito oferecido pelos três signatários do laudo, com a finalidade única de fornecer
subsídios para os peritos nomeados pelo juiz e eventualmente para a própria Justiça para poderem julgar o caso sem interferências de pessoas direta ou indiretamente interessadas.
O acidente ocorreu em 4 de Fevereiro de 1971 em Belo Horizonte, durante o intervalo do
almoço, quando numerosos operários descansavam sob a obra na parte já livre dos escoramentos
recém removidos. Muitos operários (64) ficaram esmagados sob os escombros e o acidente
levantou as mais discordantes opiniões de técnicos e de leigos.
Deliberadamente não citaremos qualquer nome envolvido na construção. Desejamos apenas
apontar os fatos e não os culpados. É nossa intenção mostrar os pontos críticos esperando que
o exemplo sirva de ensinamento e cautela para os jovens engenheiros.
2
O PROJETO
A construção destinava-se à exposição de produtos industrializados e era constituída em planta por uma
laje nervurada de 30,5 x 240 m sobre 10 pilares. Ao longo dos 240 m, vigas de 9,8 m de altura formavam
a parte visível da estrutura. Internamente, com pé-direito de 3,5 m existiam duas lajes parciais, abrangendo
a largura total de 30,5 m e, na direção longitudinal respectivamente 40 e 35 m. Na parte superior dessas
lajes, com pé-direito de 2,8 m estava a cobertura constituída por nervuras isoladas de 1,5 m de altura com
o vão total de 30,5 m. Essa cobertura, com elementos translúcidos de "fiber-glass" entre as nervuras, se
estendia pelos 240 m da construção sempre no topo das vigas perimetrais de 9,8 m de altura [1].
Os 10 pilares, de forma tronco-cônica, serviam de apoio às vigas perimetrais, todas isostáticas. As vigas
da extremidade esquerda (V100 e V200) possuíam 20 m de balanço e um tramo de 40 m. As duas vigas
em continuação (V101 e V102 de um lado, V201 e V202 do outro) eram simplesmente apoiadas, respectivamente com 30 e 65 m de vão. A construção terminava com vigas (V103 e V 203) com um vão de
65 m seguido de um balanço de 20 m como as da esquerda. Resultava o comprimento total de 240 m
entre as extremidades dos balanços (fig. 1). As faces de extremidade não eram fechadas, mas eram
protegidas da luz excessiva por grandes lâminas em balanço, que funcionavam como "brise-soleir.
p.i
P.2
PLANTA
-
V.100#V.200
ELEVAÇÃO
I
,
-L
r£bm
P.5
P.9
P.8
V.101 dV.201
..^•rtv.J I
X
40m
P.4
J .
P.7
P.6
!
P.3
V.102 e V.202
II
JLIX.
< »
i'l
30m
Cargas fornecidas pelo calculista
(Centradas noa tubulões)
P.1 = P.6 = 2 . 2 0 0 tf
P.2 = P.7 = 1 . 6 5 0 tf
P.3 = P.8 = 1.700 tf
P.4 = P.9 = 2 850 tf
P.5 • P.10 • 2.500 tf
P.10
V.103 • V.203
65m
JL
65m
20 m
Profundidade total dos tubulâes (em m)
(inclusive comprimento da b a t e )
P.1 » 1 2 . 9
P.6 • 15,0
Direção do
P.2 = 1 9 . 2
P.7
-14.8
desdmbramento
P.3 = 15.8
P.8
-15.6
P.4 = 15.6
P.9 • 16.6
P.5 = 1 2 . 5
P.10 - 1 3 . 0
geral da
estrutura
Os pilares do térreo, com altura de 3 m, eram livres e visíveis de qualquer ponto, pois não
estavam previstas paredes de fechamento. Havia sido previsto um tubulão a ar comprimido para
cada pilar pois a natureza do solo assim o justificava e que transmitia a pressão de 10 kgf/cm 2 na
camada de solo residual. A superestrutura foi projetada em concreto aparente, tanto na parte
interna como na externa.
As vigas longitudinais com 9,8 m de altura possuem 40 cm de largura em sua maior parte. No
trecho em que encontra a laje do piso (1,5 m de altura) a largura se toma bem maior, para
alojamento da armadura longitudinal.
O projeto constava de 68 pranchas de desenho e 13 folhas manuscritas de cálculo com
pouquíssimas informações. Não existia qualquer projeto ou mesmo esquema do cimbramento
ou de sua remoção. O esquema do descimbramento foi fornecido posteriormente pelo projetista da
estrutura mas não fazia parte do projeto inicial. Previa a retirada das escoras dos apoios para o vão.
3
O ACIDENTE
Já havia sido concluído o descimbramento da estrutura, faltando apenas o das vigas finais
V103 e V203.
Na ocasião do final do descimbramento, em 4 de Fevereiro de 1971, uma surpresa: houve
grande dificuldade na retirada das escoras centrais do cimbre pois elas se achavam submetidas a enormes compressões e não haviam sido previstos dispositivos para alívio de carga.
A justificativa imaginada na época foi a da existência de recalques de apoio ocorridos nas
fundações (que ainda estavam descarregadas!). Os cimbres foram retirados na ordem inversa da usual: dos apoios para o centro. Isto justificava por si só o aperto das escoras, independentemente da existência ou não de recalques (2].
O engenheiro da empresa responsável pelas fundações deu por escrito no caderno de
obra a informação de que os cimbres deveriam ser retirados do centro para os apoios. Ainda
que pareça incrível, esta sugestão, que não foi seguida, foi suficiente para incriminá-lo no
processo.
O representante da firma projetista fez uma vistoria da obra no dia 4 de fevereiro e logo
depois, julgando não existirem anormalidades, mesmo na presença de fissuras nas vigas V 103
e V 203, autorizou o prosseguimento da retirada das escoras, sempre dos apoios para o vão.
Pouco tempo depois ocorreu o desabamento, quando os operários ainda almoçavam sob a
laje.
As fissuras e as flechas não foram consideradas anormais e, mesmo sem uma análise
criteriosa do comportamento da superestrutura, foi autorizado o prosseguimento da operação de descimbramento. Havia sido pressuposto na idéia de todos que as fissuras eram
decorrentes de recalques, não obstante tratar-se de estrutura isostática. Esses recalques,
medidos e analisados, foram considerados insignificantes. Haviam alcançado o valor máximo em toda a estrutura de 6 cm e na parte a ser descimbrada era apenas de 2,7 cm. Daí o
desafogo após a vistoria e a tranqüilidade sobre a continuação do descimbramento (2). A
estrutura já estava atingindo o estado limite último, independentemente do recalque, apenas
com a atuação do peso próprio só do concreto. Mesmo assim predominou a tranqüilidade na
suposição de que as fissuras observadas eram decorrentes de recalques. Os maiores
recalques diferenciais na parte que ruiu. ocorreram entre os pilares P4 e P9, no vão transversal de 30,5 m. Esses recalques atingiram apenas 2,7 cm ou seja 1/1130 do vão. Isto foi
considerado insignificante na ocasião, menos da metade do máximo observado na parte já
descimbrada. Este recalque entretanto, posteriormente ao acidente, foi o fulcro para
incriminação da firma responsável pelas fundações. Foi motivo suficiente para indiciamento
do possível culpado pelo acidente, não obstante ter sido considerado normal no momento
crucial de autorizar ou não o prosseguimento da operação de descimbramento. Naquela
ocasião, o recalque nada significava. Depois do acidente, o mesmo recalque foi considerado
a causa de tudo!
O desabamento das vigas V103 e V203 ocorreu repentinamente, sem qualquer aviso prévio. Não houve tempo para a fuga e apenas os que estavam na periferia conseguiram escapar, com muitos ferimentos. Foi uma verdadeira catástrofe ! Nunca se viu nada igual no
Brasil!
•
A VISTORIA
A vistoria feita pela comissão realizou-se em 11 de Fevereiro de 1972, cerca de um ano após
o acidente. A parte remanescente da estrutura havia sido toda reescorada e os escombros já
estavam cortados e acumulados para sua remoção. Este trabalho havia sido iniciado imediatamente após o desastre na tentativa de encontrar sobreviventes. Foi possível examinar na seção
transversal das vigas principais, fotografia 4, a disposição da armadura reunida em feixes de 3
barras (para possibilitar maior facilidade de concretagem). Essa armadura era constituída de
aço torcido de diâmetro 0 28 mm. O autor passou o Carnaval de 72 em Belo Horizonte, fazendo
o m a p e a m e n t o de fissuras na estrutura remanescente, já totalmente reescorada. Esse
mapeamento é reproduzido nas figuras 2 e 3.
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1—r
V.100
M a n c h a s n o c^rx^eto
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Gârgula
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Torre da escada
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Vistas de fora
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P.3
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Torção inferior
V.102
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Girgula
j /
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K
—
x x
P.4
V_
Mapeamento das fissuras
existentes nas vigas remanescentes V100 a
V102. vistas pelo lado externo. As fissuras na parte Inferior (tracionada)sÃo
muito finas, numerosas e
com espaçamento pequeno e uniforme, da ore*
do 20 cm (conforme i
cado na figura por]
nas flechas)
Trincas dda
a faca
a viaa
-Trincas
fac« infnrior
inferior dda
viga
Gârgula
W Ã Z ^ n
V.200
~ pI7
P.7
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Constatou-se nos topos dos pilares P4-5-9-10 que apoiavam as vigas V103 e V203 que ruiram,
grande concentração de barras grossas, a nosso ver, causa principal do acidente. Essas barras,
como se pode ver nas fotografias 1 e 2, estão praticamente limpas, sem concreto aderente. Concreto
esmigalhado, enclausurado entre as barras, ainda pode ser visto, mostrando claramente que os dois
materiais não tinham condições de um trabalho conjunto, premissa fundamental para funcionamento como
"concreto armado". Pela fotografia 1 pode-se adivinhar que a viga que ali se apoiava (V203) foi esmigalhada numa região triangular sobre o apoio, e desceu quebrando as arestas do pilar. As barras de ligação
simplesmente escorregaram sobre o concreto da viga e voltaram um pouco por recuperação elástica. Na
fotografia 2 nota-se que apenas numa barra um torrão de concreto permaneceu aderente ao aço.
Na verdade existiam 100 barras grossas dispostas em 10 camadas de 10 num quadriculado regular. Por entre as barras deveriam passar as barras horizontais que vinham das vigas
V103 e V203, que não haviam sido dobradas. Não sobrava espaço para a entrada do concreto. Além disso, a ausência de ferros de cunhagem do bloco parcialmente carregado acarretava grandes trações no concreto. Essas trações eram agravadas pelo efeito térmico no vão
Mapeamento das
nas vigas V200 a
visto por de atro.
Vista cio pilar P9 e parte da estrutura remanescente.
A V203 que se apoiava neste pilar teve u m canto
triangular do apoio esmigalhado e desceu destruindo arestas de P9. Note-se as 100 barras d e ligação
sem concreto aderente.
Foto 2
Vista do pilar P4 q u e t a m b é m apoia parte da estrutura remanescente. Somente uma das 100 barras de ligação possui torrão de c o n c r e t o
aderente.Entre as demais barras vê-se o concreto esmigalhado.
2R3K9
Vista do pilar P5 a p ó s o desabamento. Note-se a
quantidade de barras da viga V 1 0 3 que atravessavam o apoio entre os ferros d e ligação escondidos no concreto que sobrou da viga. A inclinação sofrida pelo pilar ó prova do e n o r m e esforço horizontal.
Vista de uma das vigas V103 o u V 2 0 3 cortada para
remoção dos escombros. Note-se a armadura de
flexão reunida e m feixes de 3 para obtenção d e
maior facilidade de concrotagem.
de 65 m. Basta pensar que o abaixamento de temperatura a partir da temperatura sob a qual se
processou o endurecimento do concreto até a temperatura ambiente de uma noite fria pode
atingir facilmente 20 °C. A esta variação corresponde uma deformação imposta de 0,20 mm/m
que, em 65 m acarreta um deslocamento global de 13 mm. A força horizontal que corresponde a
este efeito é imensa. O Prof. Jayme Ferreira da Silva Jr., professor catedrático em Belo Horizonte fez uma estimativa do valor máximo desta força e encontrou o valor de 960 tf [1]. O autor,
assumindo que sob a ação de forças tão elevadas, as fundações dos pilares extremos P5 e P10
deveriam ceder algo, determinou valores mais realistas desta força, para diversos valores do
coeficiente de deformação horizontal do solo. Chegou a valores da ordem da terça parte, mesmo
assim muito elevados. Com a fissuração do concreto essa força ficaria reduzida ainda mais. O
remanescente desta força ainda seria suficiente para "rasgar" o concreto da região de apoio das
vigas. Esse concreto ao arrastar a viga sobre o apoio produziu nos ferros de ligação com o pilar
o efeito de corte puro. Pela quantidade, as 100 barras seriam suficientes para resistir a este
esforço e isto foi o mal! Se as barras tivessem cisalhado antes do concreto romper, haveria
apenas um deslocamento da viga sobre o apoio. Entretanto as 100 barras nem chegaram a ser
solicitadas por corte: a ruína ocorreu antes no concreto cheio de falhas de adensamento!
Estranhamente, no vão de 65 m que não ruiu, talvez pela enorme quantidade de fissuras finas,
não houve esse tipo de ruína.
Se não tivesse sido colocada nenhuma barra de ligação entre super e meso estrutura, como
se costuma fazer nas pontes, com previsão de apenas um aparelho de apoio de elastômero
cintado, provavelmente nada teria acontecido na ocasião do descimbramento. Poderia entretanto acontecer mais tarde, com a estrutura em serviço, como se verá mais adiante.
Os pilares P5 e P10 sofreram com o acidente grandes deslocamentos. Isto pode ser visto na
fotografia 3 onde se vê o P10 deslocado para o lado de P9. Pode-se portanto imaginar o valor
descomunal da força horizontal aplicada pela viga ao pilar, no tramo de 65 m, capaz de provocar
a rotação do pilar em relação à fundação. Deve ter havido uma separação entre o bloco de
fundação e a cabeça do pilar pois, segundo os cálculos apresentados, só foram consideradas
nas fundações solicitações verticais axiais.
5 ANALISE DO PROJETO
A verificação do projeto revelou um defeito da maior importância nas vigas principais, considerado causa principal do desabamento: tensões excessivas em serviço no concreto na região
dos apoios em P4-5. Não existia nem concreto nem armadura adequada para absorver essas
tensões.
O exame do projeto mostrou uma série muito grande de falhas de detalhamento e de disposições construtivas que não contribuíram de maneira significativa para provocar a ruína. Por isso
deixam de ser aqui mencionadas.Não se pode entretanto deixar de mencionar que a armadura
de flexão efetivamente colocada era o dobro da exigida pelo cálculo. Isto ocorreu porque a
empresa construtora tendo solicitado a mudança da armadura de aço CA-25, como havia sido
inicialmente projetada a estrutura, para aço CA-50, assim o fez sem que a projetista tivesse
modificado as quantidades.
O exame do estado de fissuração das vigas principais remanescentes, apenas sob a ação do
peso próprio só do concreto, evidencia a falta de armadura transversal adequada para as tensões principais de tração. As fissuras que aparecem próximas aos pilares indicam pela sua
abertura, sua disposição e sua orientação, a aproximação de um estado de ruptura por
cisalhamento. Lembra-se que as fissuras por cisalhamento nunca se abrem muito antes da
ruptura. O que sobreviveu já estava bastante próximo do estado limite último, com carregamento
inferior ao da carga permanente total.
As vigas V100 e V200 apresentam um estado de fissuração em correspondência aos pilares
P1 e P6 que deve ter sido idêntico ao que teria existido nas vigas que ruiram V103 e V203 junto
aos pilares P9 e P10. Teria sido fácil constatar isto antes da retirada final do cimbramento.
Explica-se que o desabamento não tenha iniciado pelas vigas V100 e V200 porque o vão é
menor (40 contra 65) para o mesmo balanço, e porque o travamento proporcionado pela laje da
sobreloja atingiu o vão todo de 40 m.
Não existindo indicações nas folhas de cálculo do projeto apresentado, o autor calculou as
flechas no Estádio I com módulo de elasticidade do concreto de 275 tf/cm 2 , das vigas com vão
de 65 m. Os resultados foram comparados com os valores medidos na véspera do acidente. Os
valores calculados foram de 71 mm para as vigas sem balanços (V 102 e V202) e 68 mm para as
vigas com balanços (V103 e V203). Os valores medidos foram muito maiores, indicando a influência
importante da fissuração existente: respectivamente 140, 85, 125 e 116mm. Na viga V202, cuja
flecha medida foi apenas 85 mm, foi feita depois do acidente uma nova medida de flecha em 6/2/71
e o resultado foi de 125 mm. A flecha aumentou nessa viga de 85 para 125, cerca de 50% em apenas
3 dias. Isto mostra a aproximação do estado limite último nessa viga, que foi logo reescorada.
A análise das fundações feita pelo Prof. Milton Vargas, subscrita pela comissão, concluiu que
o recalque diferencial máximo de 2,7 cm entre P4 e P9, valendo 1/1130 do vão de 30,5 m não
constituiu causa suficiente para o desabamento. Assim também o recalque diferencial máximo
de 6 cm em toda a estrutura corresponde a 1/500 do vão de 30,5m e também não é causa para
justificar um desabamento, que de fato não ocorreu (entre P2 e P3).
Somente na hipótese de ruptura do solo de fundação dos pilares P5 ou P10 é que as fundações
poderiam ser responsabilizadas pelo desabamento. O exame minucioso do terreno em volta de P5
ou P10 não revelou o menor sina] de ruptura, quer por afundamento, quer por deslocamento lateraJ dos
tubulões. A conclusão final é que as fundações não foram, definitivamente, responsáveis pelo acidente.
[ T I LIÇÕES PARA OS JOVENS ENGENHEIROS
Devemos sempre tirar algum proveito da análise dos desastres pois o progresso resulta muito
mais dos erros do que dos acertos. O caso da Gameleira nos traz uma série enorme de
ensinamentos que procuramos enumerar:
• A concepção da estrutura é fundamental no projeto.
• É preferível deixar a estrutura solta sobre os apoios e mais livre para movimentação do que
ligá-la fortemente, restringindo dilatações.
• O detalhamento das armaduras é tão importante, ou até mesmo mais importante do que seu
dimensionamento. É preferível alguma escassôs de armadura, porém dando condições ao construtor de uma execução perfeita.
• O descimbramento (assim como o processo construtivo) devem ser pensados com muito
cuidado na fase de projeto. Os desenhos devem conter instruções indispensáveis para o construtor. Nunca retirar as escoras dos apoios para o vão. A estrutura deve se deformar aos poucos
ao ser descimbrada. Devem ser previstos dispositivos para abaixamento gradual das escoras.
• Não se deve deixar nada no projeto para ser resolvido no canteiro.
• O travamento lateral de uma estrutura também faz parte do projeto.
• Não adianta nada colocar ferro em excesso nos pontos de maiores solicitações e esquecer as
ancoragens, os alojamentos, as interferências.
• Flechas excessivas, incluindo as de longo prazo, podem invalidar uma estrutura pela concentração de tensões nos apoios.
• O efeito térmico é o causador dos maiores defeitos visíveis e de deterioração da estrutura.
Cálculos grosseiros e aproximados são sempre úteis para uma avaliação prévia.
• As normas devem ser usadas como orientação e fornecimento de limitações para quem nâo
tem experiência suficiente para julgamento próprio.
• Em qualquer construção, mesmo com subdivisão de tarefas, deve sempre existir um responsável pelo conjunto de todos os serviços.
• Fissuras de cisalhamento nunca abrem excessivamente como as de flexão e podem levar
uma estrutura ao Estado limite último sem aviso prévio.
• Vigas simplesmente apoiadas não sen/em para travament) estrutural.
• Nem sempre a resistência do concreto, corretamente especificada, é suficiente como parâmetro
de construção. Pode ser feito urr concreto de boa resistência que apresente deformação excessiva ou que não tenha durabilidade . O módulo de elasticidade não aumenta quase nada nos 5
primeiros dias. ainda que haja resistência.
• Nunca confiar cegamente nos resultados do computador. Se os dados de entrada foram
errados (unidades, avaliações, omissões de carregamentos...) os de saída são falsos. Cálculos
muito minuciosos podem confundir mais do que ajudar. Tudo deve ser feito na medida do necessário. O supérfluo é nocivo.
BIBLIOGRAFIA
[1] SILVA JR.. Jayme Ferreira da (Março 1971), O Acidento com o Pavilhão de Exposições da Cameleira em Belo
Horizonte. Belo Horizonte.
(2) Jornal "Engenharia e Arquitetura". Ano III N* 35.1972: Os Problemas Técnicos da Cameleira (Transcrição
completa do laudo do Instituto de Engenharia de São Paulo).
TRINCAS EM ALVENARIA DE PRÉDIO RESIDENCIAL
ALBINO JOAQUIM PIMENTA DA CUNHA
MSc, Eng* Civil, Ptofe**ot Aimtente da Faculdade de F.ngenhana da Univriiidadc do Fitado do Rio dr Janeiro
1 INTRODUÇÃO
O prédio, localizado no bairro de Vila Isabel - Rio de Janeiro, é constituído de dois pavimentos de
garagem, um pavimento de uso comum e 10 pavimentos-tipo projetados em lâmina no centro do
terreno. Estava em fase de acabamento quando apresentou trincas inclinadas nas paredes de alvenaria que separavam a sala do quarto, cujas aberturas evoluíram com o tempo, chegando a atingir
cerca de 6 mm (fotos 1 e 2). Dentre os seis apartamentos existentes em cada pavimento, as trincas
observadas surgiram nos quatro apartamentos que se situavam nas extremidades do prédio. Estas trincas
apresentaram maiores aberturas nas paredes do 1® pavimento-tipo, diminuindo de intensidade à medida
que se subia para os andares mais elevados. No 4° pavimento-tipo, praticamente já não eram observadas.
Trincas na alvenaria da sala • apto 103
| 2 J PROVÁVEIS CAUSAS DAS TRINCAS OBSERVADAS
Vistoriada a obra, verificados o projeto estrutural e os valores da resistência a compressão do
concreto obtidos nos corpos de prova rompidos durante a execução da estrutura, constatou-se
que alguns fatores teriam contribuído para o aparecimento e evolução das trincas observadas
nas paredes, os quais são relatados em seguida.
Os quatro apartamentos do pavimento-tipo onde as trincas foram observadas são idênticos,
face à dupla simetria do prédio, simetria esta que foi acompanhada pelo projeto de estrutura. No
projeto estrutural foram previstas, dentre outras, quatro lajes nervuradas armadas nas duas
direções com 16 cm de espessura total - sendo os vazios entre nervuras preenchidos com tijolos
deitados de 10x20x20 cm (ver detalhe do desenho de fôrmas na figura 1). Possuíam estas lajes
dimensões em planta de 7,29 m x 8,675 m (vãos livres), com uma área portanto de 63,24 m 2
cada (Laje L7 - figura 2). Embora estes vãos não sejam surpreendentes por sua grandeza, cada
uma destas lajes suportava todas as cargas de um apartamento de sala, dois quartos e demais
dependências, com suas respectivas paredes de alvenaria que dividem os vários cômodos (figura 3), estando assim sujeita a carregamento de grande intensidade. A maior flecha observada
nestas lajes foi de 4,5 cm, sendo constatadas flechas de menor intensidade nas demais.
Mesa de compressão
Nervura
Lajota (20 x 20)
Detalhada
laje nervurada
(25x70)
V4b
S
12
42
O
!•••(
) • • • • • (
! • • • • • [
10
P12
(25x70) TI
5
20
867*
V8b
V8
P14
(20x100)
2
Fôrmas-la|e L7
50
515
P15
(20x100)
P16
(25x100)
285
Dois bordos destas lajes eram de extremidade (apoios simples) e nos outros dois havia lajes
contíguas (apoios engastados). O desenho de armação (figura 4) destas lajes previa armadura
negativa de barras de diâmetro 10 mm espaçadas a cada 10 cm ao longo do bordo engastado
mais solicitado, que é realmente a quantidade necessária pelo cálculo supondo-se a laje com 16
c m de concreto (laje maciça). No entanto, a planta de fôrmas não previa, como deveria, uma
faixa maciça de laje junto aos apoios [1] considerados engastados (figura 2) e, por falta deste
detalhe, durante a execução da estrutura os tijolos foram colocados em toda a área de laje,
inclusive nas regiões de momentos fletores negativos (foto 3).
Neste caso, embora a armadura negativa estivesse em quantidade suficiente, faltava concreto nas fibras inferiores (comprimidas), onde havia nervuras e tijolos comuns, diminuindo assim a
capacidade resistente da laje. Este fato, com certeza, contribuiu para o aumento das flechas
3
Área de serviço
Cozinha
Hall
Banh*
Q. empregada
Banh
1
1
Living / Jantar
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Quarto
Quarto
Arquitetura • aptos
103 a 903
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5,
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co
Si
nestas lajes e as conseqüentes trincas nas paredes. Poderia inclusive, quando do carregamento
definitivo do prédio ao final da construção, conduzir a acidente mais grave, pois, de acordo com
a verificação estrutural efetivada, a seção de engaste encontrava-se superarmada, passível de
Armação-LaiêL7
ocasionar a ruptura brusca da seção, sem aviso. Caso o engenheiro responsável pela execução
tivesse uma maior noção de comportamento estrutural, poderia ter detectado o problema (falta
da faixa maciça de laje junto aos engastes) e alertado a tempo, o que não ocorreu neste caso.
Associado a isto, as paredes divisórias entre as salas e os quartos, nestes apartamentos,
encontravam-se numa situação desfavorável, o que possivelmente também contribuiu para o
aparecimento de grandes trincas inclinadas. Estas paredes, com extensão total de cerca de
2 m. tinham em uma das suas extremidades um pilar (pilar P15, figura 2), ponto indeslocável
verticalmente. Estando a outra extremidade praticamente no centro da laje, onde são máximas as flechas, tais deflexões foram excessivas para a rigidez da parede, provocando o
aparecimento das trincas já anteriormente descritas. Este deve ser o motivo para as trincas
observadas nas alvenarias de alguns apartamentos do 1 9 pavimento-tipo, onde as flechas
observadas nas respectivas lajes, da ordem de 1.5 cm, estavam dentro dos limites máximos
preconizados pela Norma Brasileira NBR-6118 [2].
O fato descrito no parágrafo anterior, em que são observadas trincas indesejáveis nas
paredes, embora com valores de flechas nas lajes que as apóiam atendendo os limites da
Norma, não são raros, como seria de se supor, ocorrendo com alguma freqüência nas
edificações em geral, e especialmente naquelas cujo esquema estrutural escolhido ó o de
lajes cogumelo. Isto tem chamado a atenção de alguns engenheiros da área de estruturas,
os quais têm procurado alertar para a necessidade da Norma Brasileira prever limites de
flechas e deflexões mais rígidos quando do projeto de lajes suportando diretamente paredes
de alvenaria [3].
Quanto à maior magnitude das trincas observadas nas paredes do 1° pavimento-tipo, a explicação encontrada seria por conta do pavimento imediatamente abaixo (pavimento de uso comum) ser desprovido de paredes sob as lajes críticas (ver foto 3), o que ocasionou flechas
maiores nestas lajes e, conseqüentemente, maior abertura nas trincas. Já nos pavimentos superiores. a presença de paredes de alvenaria sob as lajes contribuiu para uma progressiva diminuição das flechas nestas lajes e, conseqüentemente, nas trincas das paredes.
Na figura 4 pode-se ainda detectar um outro erro de detalhamento. Trata-se da armadura de
canto (no lado inferior esquerdo da figura), cuja direção é acertada para a armadura positiva,
porém foi desenhada com convenção de armadura negativa. Na vistoria da obra, constatou-se
que esta armadura não estava no fundo das nervuras (caso estivesse, parte das barras estaria
sem concreto de envolvimento, sob os tijolos). Possivelmente foi colocada na mesa - na face
superior ou inferior - e. neste caso. esta armadura não estava colaborando na resistência da laje.
Sendo a laje nervurada. seria recomendável que se utilizasse no cálculo dos esforços tabela
que não computasse os momentos torçores, o que conduziria a momentos fletores de maior
magnitude. Assim procedendo, a armadura de canto tomar-se-ia desnecessária.
Foto 3
Vista inferior da laje L7 do piso do 1® pavimento-tipo
•
SOLUÇÕES PROPOSTAS
Tendo em vista o problema de estabilidade existente nas regiões de momento fletor negativo
das lajes, comprometendo a segurança da estrutura, foi recomendado à empresa contratante do
laudo técnico [4j a elaboração de projeto de reforço da estrutura.
BIBLIOGRAFIA
1. Souza VCM, Cunha AJP (1994), Lajes de Concreto Armado e Protondido, EDUFF,
Niterói,BR.
2. Associaçõo Brasileira de Normas Técnicas (1978), Projeto
Concreto Armado - NBR 6118/88, ABNT, Rio do Janeiro, Brasil.
e Execução
de Obras
do
3. Cunha AJP. Souza VCM (1990), Esbeltez e Flechas em Lajes de Concreto Armado. II Simpósio
sobro Estruturas
de Concreto,
Sào Paulo. Anais • Vol. 2, 475-497.
4. Queiróz Cunha Engenharia Ltda. (30/04/90),
Residencial. Rio de Janeiro, BR, 15 pág.
Análise
Estrutural
de
Edifício
EPUSP
INSTABILIDADE DE PILARES EM UM GALPÃO
COMERCIAL EM DUQUE DE CAXIAS - RJ
VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA
4
PhD, MSc, Eng® Civil, Prof. Titular do Curso dc Mestrado cm Engenharia Civil da Universidade Federal Fluminense
1 INTRODUÇÃO
O acidente em questão ocorreu em junho de 1988, tendo sido constatado quando da tentativa
de colocação de uma cobertura tipo roll-on em um galpão comercial em construção na Rodovia
Washington Luiz, em Duque de Caxias, RJ. A edificação em si ó dividida em 3 partes, sendo que
as partes 2 e 3 tôm 2 pavimentos, e a parte 1 tem apenas o pavimento térreo, com pé-direito
duplo de 6m e cobertura tipo roll-on. Aqui trataremos apenas do problema ocorrido com a parte
1 do edifício, já que o mesmo problema não ocorreu com as partes 2 e 3, por estarem os pilares
contraventados por vigas e lajes.
•
DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA
O esquema geral da estrutura, em corte e em planta, da parte 1 da edificação, está mostrado
nas figuras 1 e 2, respectivamente. Entre as vigas ao nível do aterro e a viga a 3,0m de altura, e
entre esta e a viga de 6,0m de altura, foi colocada alvenaria de meia vez (tijolo em pé).
Esquema da
estrutura (corte)
DESCRIÇÃO DO PROBLEMA
Como já foi dito na introdução, o problema com a estrutura só foi notado quando da colocação
da cobertura do galpão. O que ocorreu foi que os pilares P2 a P4 e P27 a P29 sofreram uma
rotação, e assim as distâncias entre cada par de pilares (P1-P26; P2-P27; P3-P28; P4-P29;
P5A-P30A) não eram constantes, já que entre os pilares P1 e P26 e P5A e P30A havia vigas de
amarração, e o mesmo não ocorria entre os outros pares de pilares. Por causa disto, não foi
possível a colocação da cobertura.
Os deslocamentos sofridos pelos pilares são os mostrados no quadro 1. Neste quadro, devese observar que:
• como a medida foi tomada com o auxílio de um fio de prumo, considerou-se como referência
o topo da viga superior;
• as medidas foram arredondadas para o cm mais próximo.
Esquema da estrutura(planta)
PILARVPosição
de medida
Viga superior
Viga intermediária
Viga inferior
P1
0,0
0,0
0,0
P2
0,0
3,0
6,0
P3
0,0
3,0
8,5
P4
0,0
2,0
6,0
P5A
0,0
0,0
0,0
P26
0,0
0,0
0,0
P27
0,0
4,0
6,0
P28
0,0
5,0
8,0
P29
0,0
2,0
5,0
P30A
0,0
0,0
0,0
Quadro 1
Deslocamento dos
pilares (em cm)
l
4 | ANÁLISE DA ESTRUTURA
O projeto estrutural original foi verificado, chegando-se às seguintes conclusões:
• a armadura dos pilares, seguindo-se os preceitos da NBR 6118/82(1], era insuficiente;
• no desenho "Locação e Cargas nos Pilares" não foram especificados os valores dos momentos fletores, mas apenas os dos esforços normais. Por causa disto, a empresa responsável pelo
estaqueamento utilizou apenas uma estaca tipo Franki sob cada pilar. Em virtude disto, houve
uma rotação do bloco de coroamento das estacas, e, conseqüentemente, dos pilares;
• em decorrência da rotação dos conjuntos pilar-estaca, a tendência era que o deslocamento
continuasse progredindo, o que, em alguma época, poderia levar os pilares à ruptura. Além
disto, para o tipo de cobertura que foi utilizado, era absolutamente necessário que não só as
distâncias entre os pares de pilares fosse constante, mas também que a distância entre as vigas
superiores não sofresse qualquer variação.
Tendo em vista o acima exposto, foram feitas uma série de recomendações e um projeto de
reforço de forma a eliminar o problema ocorrido, garantindo a segurança da estrutura e possibilitando a colocação da cobertura do galpão. Estas recomendações podem ser resumidas da
seguinte forma:
• como os pilares estavam com armaduras insuficientes, optou-se por reduzir os seus carregamentos, aí compreendidos a força normal e o momento fletor. Para isto, recomendou-se a utilização de tijolos de concreto celular, de peso específico sensivelmente inferior ao dos tijolos
cerâmicos;
• para corrigir os deslocamentos dos pilares, e impedir a tendência de giro dos mesmos, foram
feitas as seguintes recomendações: (a) reposicionar os topos dos pilares, ou seja, colocar os
pilares na vertical; (b) executar um projeto de reforço que consistia na utilização de blocos de
concreto ciclópico, de dimensões 1,2m x 1,2m x 0,9m, afastados dos pilares (para fora da
edificação) de 2,5m, eixo a eixo, e a eles ligados por vigas de equilíbrio, por forma a gerar um
momento fletor igual e em sentido contrário ao que atuava nos pilares.
Este trabalho mostrou um erro que ocorre com bastante freqüência em projetos estruturais,
que é a especificação incompleta de dados nos desenhos de execução. No caso, foram omitidos os valores dos momentos fletores no mapa de cargas dos pilares, o que fez com que o
projeto de estaqueamento não fosse apropriado às solicitações nas estacas (não cabe aqui
qualquer culpa ao projetista do estaqueamento, já que o único elemento que lhe foi fornecido
para o projeto foi o desenho de "Locação e Cargas nos Pilares"). Este fato, além de ter ocasionado um sensível atraso no cronograma da obra, ocasionou custos adicionais em virtude do
custo do reforço em si e da diferença de preço entre o tijolo de concreto celular e o cerâmico.
BIBLIOGRAFIA
1. Associação Brasileira de Normas Técnicas (1982), Projeto e Execução de Obras de Concreto Armado. NBR 6118/
82. Rio de Janeiro. Br.
2. Proconsuite Construções e Incorporações Ltda. (1988). Relatório Técnico nB 110/88, Rio de Janeiro. 3 pág.
FUNDAÇÕES
RECALQUES PROVOCADOS POR CRAVAÇÃO DE ESTACAS
SELMO A S T R A C H A N
Eng® Chefe da Comissio de Vistorias da Secretaria Municipal de Urbanismo do Rio de Janeiro no perfodo de 1989 a 1994.
Diretor Técnico do Instituto Estadual de Engenharia e Arquitetura da Secretaria de Obras e Serviços Públicos do Estado d o
Rio de Janeiro.
E N I O IVAN BOCK.
Eng" da Secretaria Municipal de Urbanismo do Rio de Janeiro
Diretor da BASECONSULT Engenharia Lida.
1
INTRODUÇÃO
Uma tarefa importante que se apresenta nos dias de hoje para os engenheiros diz respeito
aos cuidados necessários nas etapas iniciais de uma obra. Este posicionamento torna-se mais
relevante em construções realizadas nos grandes centros urbanos, com alta densidade
populacional e predial. Os danos causados às edificações circunvizinhas, por obras em fase de
execução das fundações, exibem um número expressivo de ocorrências que deve estimular os
engenheiros ao estudo acurado das condições do solo bem como das rotinas e procedimentos
devidos naquela etapa da construção.
Este é o escopo do presente trabalho, além obviamente, do tratamento específico relacionado à Geotecnia. Seus autores participaram na formulação dos estudos e na coordenação dos
serviços de recuperação das fundações de um prédio abalado por acidente geotécnico, conforme o relato que se segue.
Há alguns anos, na qualidade de responsáveis por setor da Administração Municipal da cidade do Rio de Janeiro, atuante na área de segurança predial, tivemos a incumbência de avaliar,
periciar e coordenar as ações de recuperação de um edifício que apresentava um desaprumo,
segundo as primeiras informações que nos chegavam. O prédio em questão é constituído por
24 apartamentos distribuídos em 12 pavimentos e projetado em terreno de 7m de frente por
27m de profundidade.
No primeiro momento, nossa ação foi direcionada para a obtenção de parâmetros indicativos
da extensão física do acidente, isto é, sua localização, extensão, valores do afastamento em
relação ao prédio vizinho e outros indícios que permitissem um diagnóstico rápido, com a finalidade de apontar o melhor caminho a seguir. Esta abordagem era essencial face à necessidade
de se decidir pela desocupação, ou não, do imóvel. A desocupação acabou se concretizando,
em vista dos resultados das avaliações preliminares.
O exame da superestrutura ao longo de seus 40m de altura, bem como a vistoria de duas
sapatas (tipo de fundação adotado na construção do prédio) situadas na região presumivelmente
mais afetada e implantadas a 2,5m do meio-fio, não indicaram nenhuma anomalia em sua
integridade.
Neste ponto da apresentação, cabe observar que a escolha pela interdição do prédio foi
ditada principalmente pela natureza das evidências, que indicava a existência de recalques
cuja grandeza se afigurava importante e cujos aspectos citamos a seguir:
• Inclinação progressiva da edificação, atingindo, nos dois primeiros dias, 5 cm de afastamento
no seu topo, em relação ao prédio vizinho;
• Processo de fissuração no nível do pavimento de acesso, de paredes de alvenaria e da cisterna.
Paralelamente a esse estágio de observações e providências preliminares, o então Secretário de Obras e Serviços Públicos do Município do Rio de Janeiro, eng° Luiz Paulo Corrêa da
Rocha, já integrado na busca das causas e soluções para a questão, determinava a contratação
de empresa de engenharia com pública e notória especialização em assuntos geotécnicos, com
a finalidade de:
• Implantar controle de recalques através de leitura ótica de pinos fixados aos pilares;
• Análise dos pontos críticos e apresentação de projeto com as soluções recomendadas;
• Execução das obras de estabilização.
Fig. 1
Planta ©squemátlca da
situação do prédio
Para melhor compreensão das condições locais, apresentamos na figura 1 uma planta
esquemática de situação dos terrenos em pauta, bem como a distribuição dos pilares do prédio
afetado, situados na divisa entre os lotes.
3[CAUSAS
Os autores, nesse momento, se debruçavam sobre os motivos que teriam ocasionado o
acidente. No lote contíguo à divisa direita do terreno, iniciava-se a construção de um edifício
com 13 pavimentos e mais um subsolo. Precedendo à execução das fundações, projetadas
em blocos sobre estacas metálicas, num total de 62 unidades - perfis duplos TR57, TR50,
TR45 e TR37 -, foram realizados serviços de remoção dos baldrames de prédio anteriormente demolido; para tal fim escavou-se toda a área do terreno até uma profundidade próxima do nível das sapatas do prédio vizinho, objeto deste trabalho. No desmonte das fundações utilizou-se a técnica de lançamento por gravidade, com o emprego de pás carregadeiras,
dos blocos já desmontados contra as bases, a fim de fragmentá-las, provocando desta
forma vibrações no solo subjacente.
Com a finalidade de proteger as fundações vizinhas durante a construção do subsolo, a
empresa responsável por sua execução projetou uma parede de estacas justapostas em
concreto armado ao longo do perímetro do terreno. No entanto, até o momento do acidente
somente as estacas das divisas direita e fundo haviam sido executadas; a cravação junto ao
trecho limítrofe ao prédio abalado ainda não havia sido efetuada.
Penetração (golpes/30cm)
Gráfico de cravação das estacas
Aterro
de ailte
Areia fina e média,
aittota cor cinza dara.
medianamente compacta
Areia fina e média.
sLtosa cor cinza ciara,
medianamente compacta
a compacta
Areia fina e média,
«iltosa. com veio* de argila,
siltota. cor cinza, fofa
Argila alltoaa, orgânica,
cor cinza escura, muito mola
Areia fina e média, argilosa,
cor dnza. compacta
Areia fina • média. argiJoaa.
cor dnza dara. compacta e
medianamente compacta
Areia fina. argiloea.
cor dnza. compacta
Argila ailtoea, cor cinza,
dura
Areia fina, média e grosta,
elltota, com pedregulho»,
cor dnza dara, compacta
e multo compacta
N° de golpes/50cm
Impenetrável
Perfil geotócnlco SP-3
e gráfico de cravaçáo
das estacas
[ 41 NATUREZA DO SUBSOLO
O relatório das sondagens para o prédio em construção, num total de 3 furos, neste
trabalho representado pelo perfil geotécnico SP-3, situado a 1,0m da divisa com o imóvel
acidentado (ver figura 2), indica um subsolo constituído por camadas sedimentares predominantemente arenosas. A partir do nível de assentamento das sapatas do prédio existem
camadas de areia fina e média, sendo as mais superficiais argilosas e pouco argilosas ou
siltosas, com pequena espessura. A 20m de profundidade verifica-se a existência de camada de argila siltosa.
A compacidade das camadas arenosas é muito variável ao longo do perfil do subsolo. As
camadas subjacentes às fundações apresentam-se pouco a medianamente compactas,
seguindo-se c a m a d a fofa com cerca de 7m de espessura. As c a m a d a s mais profundas
apresentam-se pouco compactas a compactas e a camada de argila tem consistência
média a rija.
Esta sondagem é também representativa do subsolo sobre o qual encontra-se o prédio
acidentado.
COMENTÁRIOS
Durante a cravação das estacas, a travessia das primeiras camadas de areia do terreno
provocou a compactação das mesmas no entorno das estacas devido ao efeito das vibrações provenientes dos golpes do martelo. O atrito maior resultante deste fato exigia cada
vez mais energia para a sua penetração, à medida que a estaca alcançava maior profundidade. Observando os gráficos da figura 2, verificamos que entre 10m e 13m de profundidade, apesar de atravessar
uma camada de areia fofa, com SPT entre 2 e 4 golpes, a
cravação exigia, por cada 50cm de penetração, um esforço crescente. No trecho final, até a
obtenção da "nega", a energia é elevada. A reação encontrada pela ponta das estacas nesta
ocasião favoreceu a formação de vibrações que afetaram as camadas de suporte das sapatas do prédio acidentado.
6
CONCLUSOES
Considerando-se que cerca de 20 estacas já haviam sido cravadas, na metade correspondente aos fundos do lote e que os mais acentuados recalques do prédio ocorreram na
vizinhança desta região; considerando-se a inexistência da cortina de proteção.que ainda
não havia sido executada na sua divisa; considerando-se o processo de remoção das fundações remanescentes da construção anteriormente demolida, os autores concluíram que os
efeitos das vibrações provocadas, adensaram as camadas arenosas existentes no subsolo,
que constituíam o suporte das fundações do prédio abalado, levando-o a inclinar-se em
direção ao terreno em obras.
A engenharia brasileira apresenta vários casos de prédios que sofreram problemas provocados pela cravação de estacas metálicas de pequena seção.
CONSIDERAÇÕES FINAIS
Cabe ainda tecer pequenas considerações sobre a recuperação da capacidade portante
das fundações.
Como referido anteriormente, foram fixados pinos para controle de recalque em todos os
pilares do prédio afetado e a leitura de seus deslocamentos verticais acompanhados com
uma freqüência de duas vezes ao dia; a referência de nível foi realizada através de "Bench
Mark" localizado próximo ao prédio.A evolução dos recalques dos pilares mais afetados
está registrada no gráfico da figura 3.
O reforço das fundações foi projetado e executado por meio de micro-estacas escavadas
com perfuratriz e injetadas com calda de cimento. As perfurações atravessaram primeiramente
as sapatas, seguindo-se o solo até a profundidade de 27m.
A seqüência das operações seguiu um rígido processo executivo e de controle, envolvendo
avançada tecnologia, com um acompanhamento qualitativo em cada uma de suas fases.
BIBLIOGRAFIA
1 - Tschebotarioff. G.P. - Fundações. Estruturas o Arrimo e Obras de Terra - Ed. Mc Graw-Hill do Brasil, ano 1978 ;
Cap. 15 - Efeito das Vibraçôos. pg. 463; Efeitos das Cravaçòes de Estacas (perfis metálicos) nas Estruturas
Adjacentes, pg. 487-490.
2 - Nápoles Neto. A.D.F. • Vibrações e Trepidações dos Solos- Revista Politécnica. SP. n° 145 e Publicações
Tócnicas-Estacas Franki Ltda. ano 1944.
3 - Richart. F.E., Jr.. Hall. J.R.. Jr.. e Woods. R.O. - Vibrations of Soils and Foundations - Ed. Prentice-Hall. N.J.. ano
1970, pg 136-137.
4 - Teng. W.C. • Foundation Design • Ed. Prentice-Hall. N.J.. ano 1962 • Eflect of Pile Driving. pg. 252.
5 - Barkan, D. D. - Dynamics of Basos and Foundations - Mc Graw-Hill Book Co.. New York. ano 1962.
6 - Luiz Paulo Corrêa da Rocha, SelmoAstrachan, Enio Ivan Bock • Laudo de Vistoria n° 169/90 - Prefeitura da Cidade
do Rio de Janeiro (1990) -18 páginas e Anexos.
7 • Luciano Jaques de Moraes Júnior. César Augusto N. França Santos - Laudo Pericial, 8» Vara Cível - 27 páginas e
Anexos.
RECALQUES DIFERENCIAIS EM PRÉDIO DEVIDOS A
ESTACAS MAL EXECUTADAS
I R A N I ROSSINI DE SOUZA
MSc, Eng° Civil
1
INTRODUÇÃO
O acidente aqui apresentado serve para demonstrar como uma fundação mal executada pode
comprometer uma estrutura e causar prejuízos que poderiam ser evitados através da análise criteriosa
dos perfis de sondagem do terreno e procedimentos sistemáticos de acompanhamento da construção.
Trata-se de um prédio residencial de 4 pavimentos, em estrutura de concreto armado convencional laje-viga-pilar, cobrindo uma área em planta de forma retangular de 15m por 37m, situado
na Ilha do Governador na cidade do Rio de Janeiro. O terreno natural encontrava-se situado ao
pé de um morro, com uma inclinação descendente em direção a uma rua no seu lado oposto. As
fundações dos pilares foram projetadas em estacas para transmitir as cargas a uma camada de
argila siltosa com índice de penetração registrado nas sondagens de cerca de 12 golpes.
2 PERFIL GEOTECNICO DO TERRENO
De acordo com as sondagens, o perfil geotécnico do terreno no sentido da sua maior dimensão apresentava-se conforme a figura a seguir.
P1
P2
P3
P4
P5
P6
P7
P8
P9
P10
F
r
P12 P13
P16
P17
n
t
P14
P11
P15
P18
P19
P20
P21
P23
P22
e
P25
P9
P26
P27
P28
P29
P30
37m
P31
P32 P33
P34
P35
Planta áo; nível das
cintas do fundação
Argila
arenosa
Argila
liltota
/ / / / / / / /
/ / / / /
Nm«d=8/30 cm
Perfil esquemátlco
do solo de fundaçõo
Observa-se o mergulho em direção à parte frontal da obra das camadas de argila siltosa com
índices de penetração de 8 a 15 golpes, onde deveria parar a cravação das estacas.
3J DESCRIÇÃO DO ACIDENTE
A obra encontrava-se com a estrutura totalmente executada, com as paredes em alvenaria de
tijolos em execução já no terceiro pavimento, quando ocorreram os primeiros sinais de fissuras
nas cintas do pavimento térreo, na parte frontal do prédio do lado da rua. As observações efetuadas
em três dias denotaram uma progressão da abertura destas fissuras, indicando um recalque
diferencial acentuado na parte frontal do prédio. A obra foi imediatamente interrompida para
evitar-se o acréscimo de carga das paredes por construir, e foram instalados pinos para o controle de recalque da estrutura.
Analisando-se os perfis de sondagens e os boletins de cravação das estacas pré-moldadas
de concreto, observou-se que todas tinham sido cravadas com comprimento de 6m. Este era o
padrão de fabricação dos módulos das estacas, fornecidas pela firma contratada para a cravação. Observa-se que estes módulos foram suficientes para as fundações de todos os pilares,
exceto os da parte frontal que necessitavam uma emenda para cravação de um comprimento
maior do que 6m. Dessa maneira, as estacas dos pilares da parte frontal do prédio não atingiram
camada de solo com capacidade de absorver deformações compatíveis com as cargas que
estavam transmitindo ao solo de fundação. Por isso os recalques acentuados nesta região da
estrutura.
Foram projetados reforços de fundações para os pilares frontais por meio de estacas tipo
presso-ancoragem, que após execução fizeram cessar os recalques estabilizando totalmente a
estrutura. A utilização deste tipo de estaca, executada com equipamento rotativo, mostrou-se a
solução mais conveniente, principalmente pela pouca altura disponível para a utilização de um
bate-estaca. Além disso, evita-se o efeito danoso de vibrações na estrutura existente, decorrente da cravação por bate-estaca.
4
CONCLUSOES
O acidente aqui descrito mostrou que a empresa contratada para execução das estacas não
utilizou critérios técnicos corretos na cravação das estacas. Ao evitar a emenda dos módulos
pré-fabricados na parte frontal do prédio, deixou as estacas com comprimento insuficiente para
ultrapassar as camadas sem resistência para absorver as cargas.
Apoiadas na camada de índice de penetração Nmed = 5 golpes, estas estacas sofreram
recalques acentuados, diferentemente das estacas da parte central e dos fundos, cujo comprimento de 6m permitiu que alcançassem camadas mais resistentes. Trata-se de um erro de
execução cometido pela firma executora das fundações, que, ao não fazer a emenda das estacas da parte frontal da edificação, deixou-as com comprimento insuficiente para transmitir com
segurança as cargas dos pilares ao solo da fundação.
DOIS PROBLEMAS RELACIONADOS A
CRAVAÇÃO DE ESTACAS
CARLOS HENRIQUE HOLCK
Dr.-Ing. M.Sc.. Eng. Civil. Prof. Adorno da Escola de Engenharia da UFRJ (Departamento de Estruturas), Diretor d» ProEncrgia S/C
INTRODUÇÃO
Apresentarei dois relatos de situações que vivenciei ao longo de minha vida profissional.
Nestes exemplos são analisados problemas que poderiam ter sido evitados se algumas medidas técnicas ou gerenciais tivessem sido adotadas. Em nenhum dos casos houve perda de
vidas humanas ou mesmo feridos, apenas danos materiais e prejuízos decorrentes.
V Caso: CRAVAÇAO DE ESTACAS NAS VIZINHANÇAS DE
CONSTRUÇÕES COM FUNDAÇÃO SUPERFICIAL
A cravação de estacas por percussão em regiões urbanas provoca, freqüentemente, um grande incômodo aos moradores nas proximidades da obra, além de pequenos danos nas edificações próximas.
Quando as construções vizinhas são modernas o problema, em geral, fica circunscrito ao
desconforto causados pelas vibrações. No entanto, quando as construções vizinhas são frágeis,
com idades que se aproximam do centenário, o incômodo e os danos se avolumam se não
forem tomados cuidados especiais durante a cravação a percussão.
2 | APRESENTAÇÃO DO CASO
O problema apresentou-se em duas obras distintas, executadas por construtoras diferentes
no bairro de Botafogo, no Rio de Janeiro. As obras distavam, entre si, cerca de 300 m e foram
executadas com um intervalo de cerca de um ano. O projeto de fundações e a cravação de
estacas foram realizados por empresas diferentes em cada obra.
O solo e o tipo de fundação adotado
O bairro de Botafogo nasce na baía de Guanabara, na enseada que leva seu próprio nome e
sobe suavemente em direção ao Humaitá, ladeado pelos morros de Dona Marta e São João.
Seu solo possui as características de um fundo de baía (o prolongamento da enseada em direção
ao continente) aterrado por material carreado das partes altas. As sondagens mostram uma camada
superficial de areia argilosa, compacta (SPT de cerca de 15 golpes), com cerca de 2,5 m de espessura. seguida de camadas de argila mole intercaladas de camadas finas de areia, compondo um
pacote de cerca de 15 m, tudo assente sobre uma rocha alterada impenetrável a percussão.
O nível do lençol freático situa-se a cerca de um metro de profundidade.
A camada de areia compacta tem capacidade para suportar as fundações superficiais de
edificações leves, construídas acima do nível do lençol freático, como as que se ergueram
diirantf» a primeira fase de urbanização do bairro.
Para os novos edifícios altos impõe-se a execução de fundações profundas. Em ambas as
obras o projeto e execução das fundações foram contratados com firmas especializadas e em
ambas a escolha recaiu sobre estacas tipo Franki, cravadas por percussão.
A estrutura das casas afetadas
Cada obra afetou um tipo diferente de construção.
Em uma. a construção afetada era de alvenaria estrutural de tijolos cerâmicos maciços, assentados com argamassa de cimento. O piso do segundo andar era de tábuas, apoiadas em
vigas de madeira engastadas nas paredes.
A outra construção era constituída por dois blocos: um. mais antigo, era semelhante ao descrito acima e o outro, mais recente, era de concreto armado.
Todas as construções tinham uma característica comum: fundações diretamente assentes
sobre a camada superficial de areia compacta, pouco acima do lençol freático.
O problema e suas conseqüências
Dada as características do solo de fundação, já descritas, as estacas atravessaram uma
c a m a d a inicial de areia compacta, em seguida atravessaram camadas de argila mole para,
finalmente, atingirem um solo de alteração mais resistente onde era obtida a nega.
A travessia da camada de areia provocou grandes vibrações nas c a m a d a s superficiais do
terreno, justamente onde estavam assentes as fundações das construções afetadas. Essas
v i b r a ç õ e s c a u s a r a m um adensamento das c a m a d a s superficiais do solo e p r o v o c a r a m
recalques diferenciais nas fundações das casas, tendo como conseqüência o surgimento de
grandes rachaduras nas paredes de alvenaria, com a inclinação típica das rachaduras oriundas de recalque de fundações.
O surgimento de tais rachaduras atemorizou, com justa razão, os ocupantes das casas, os
quais protestaram de maneira veemente junto às construtoras e aos proprietários das obras.
Os engenheiros tranqüilizaram-nos, explicando que seus imóveis não corriam perigo de desabamento iminente e que os danos seriam reparados ao final da obra.
Por medida de precaução, o método de cravação foi modificado, sendo inicialmente executado, a trado, um pré-furo que atravessava a camada de areia compacta, reduzindo em
muito as vibrações e praticamente cessando os danos.
Infelizmente, os vizinhos não se contentaram nem com as explicações dos engenheiros,
n e m com suas promessas e n e m com a mudança de método de cravação: e m ambos os
casos promoveram o embargo das obras por meio de ações judiciais de nunclação
de obra
nova.
As conseqüências para os proprietários dos empreendimentos foram desastrosas. A l é m
das dificuldades e custos adicionais por terem as obras paralisadas, f o r a m processados por
perdas e danos em decorrência de despesas e prejuízos comerciais em que os vizinhos
incorreram (uma das casas era um estabelecimento comercial e demonstrou ter tido perda
de freguesia e quebra de receita).
Os embargos resultaram, em ambos os casos, em longos processos judiciais c o m efeito
cascata: os incorporadores, considerando haver contratado construtoras responsáveis, processaram-nas para se ressarcirem dos prejuízos; as construtoras, por sua vez, processaram
as cravadoras de estacas, suas subcontratadas; todos processaram suas respectivas seguradoras.
Como evitar problemas semelhantes
As sondagens realizadas nos locais das obras apontavam para uma solução e m fundações profundas e as estacas de tipo Franki mostraram-se as mais econômicas e m ambos os
casos. Estacas escavadas ou estacas cravadas com macacos não provocariam as vibrações
causadas pela cravação a percussão, mas não competiriam em preço c o m as de tipo Franki.
A experiência demonstrou que a execução, com um trado, de um pré-furo, minimizou os
problemas c o m as construções vizinhas e evitou o agravamento dos danos.
3 CONCLUSÃO
A ocorrência de um mesmo tipo de problema em duas obras executadas por empresas diferentes, porém no mesmo bairro e com o mesmo tipo de solo de fundação, Indica que não foram
casos fortuitos.
Uma explicação razoável para o ocorrido é a existência de uma camada de areia compacta
assente sobre camadas de argila mole. A travessia dessa camada de areia exigiu uma energia
de cravação elevada que se transmitiu às construções vizinhas sob a forma de vibrações e
recalques de fundações.
O problema descrito deveria estar presente por ocasião do projeto de fundações e do planejamento das cravações, os quais deveriam levar em conta as construções vizinhas e propor
medidas a priori capazes de evitar danos às mesmas.
2'Caso: ALTERAÇÃO NÃO AUTORIZADA DE UM PROJETO DE FUNDAÇÃO
Tratava-se de um empreendimento de grande porte, contratado por uma empresa pública e
consistia na construção de diversas estruturas pesadas de concreto armado. O projeto executivo foi desenvolvido por uma empresa consultora e, além disso, foi contratada uma outra consultora especialmente para fazer o gerenciamento da construção.
APRESENTAÇAO DO CASO
A estrutura e suas fundações
Dentre as estruturas a serem construídas havia um tanque com fundações profundas em
estacas de perfis de aço. O projeto especificava estacas de seção em caixão, constituídas por
dois perfis I de aço laminado justapostos e soldados pelas mesas. O solo de fundação era uma
argila compacta que se apresentava em uma camada muito espessa.
O projeto previa que as estacas de aço deveriam dar nega em uma certa profundidade, sem
atingirem uma camada impenetrável.
A partir dessas informações foi determinado o comprimento total de cravação de estacas e
iniciado o processo de compra do material.
A modificação
A construtora teve dificuldades em obter os perfis especificados; encontrou apenas perfis H
feitos de chapas soldadas, de dimensões superiores às dos perfis I do projeto. A construtora
verificou que a área da seção transversal de um perfil H eqüivalia à área de dois perfis I e
resolveu propor a substituição das estacas-caixões, formadas por dois perfis I, por estacas formadas por um único perfil H.
O pedido foi apresentado à gerenciadora da obra, a qual, constatando a equivalência de áreas
de seção transversal, concordou com a modificação sem consultar a empresa projetista.
O problema
A cravação das novas estacas foi iniciada, porém a nega não era obtida senão em profundidades muito maiores do que as previstas no projeto.
A empreitada era por preço global e o custo dos comprimentos adicionais corria por conta da
construtora. Esta, julgando tratar-se de um erro de projeto, questionou a projetista quanto ao
comprimento excessivo das estacas e a dificuldade com a nega.
Só então a projetista teve conhecimento da modificação de projeto. Imediatamente declarou
que sua responsabilidade havia cessado no momento em que o projeto foi alterado sem seu conhecimento e autorização, mas que estava disposta a colaborar na busca de uma solução para o problema.
A explicação e a solução
A explicação encontrada para a profundidade excessiva das estacas em perfis H foi que estes
cortavam a argila como uma cavadeira, abrindo caminho, aprofundando-se cada vez mais sem
obter nega. Já as estacas em seção caixão formam, durante a cravação, uma bucha de solo em
sua extremidade, o que dificulta a penetração e oferece nega em menores profundidades.
Como a nega não era obtida, concluiu-se que a capacidade portante das estacas já cravadas
era inferior à admitida no projeto e que a fundação não suportaria a estrutura.
Após a determinação da capacidade portante das estacas, a solução adotada foi a de interromper a cravação das estacas H na profundidade prevista inicialmente pelo projeto e, como
reforço, cravar estacas adicionais, também em perfis H, de mesmo comprimento.
CONCLUSÃO
A modificação de projeto solicitada parecia simples, pois aparentava envolver apenas um
pouco de bom senso e uma operação elementar de engenharia. Autorizada sem consulta ao
projetista, transformou-se em um grande problema técnico além de suscitar questões de ética
profissional e de transferências de responsabilidade.
CUIDADOS NO PROJETO DE FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS
ROBERTO POSOLLO JERMANN
MSc, Eng° Civil, Prof. Adjunto IV do Curso dc Engenharia Civil da Universidade Federal Fluminense
INTRODUÇÃO
Diversas vezes no decorrer de sua vida profissional o engenheiro calculista se vê diante de
situações restritivas ao projeto de sua preferência técnica por razões puramente comerciais.
Em algumas dessas ocasiões, por questões políticas ou de ingerência superior, tal engenheiro
acaba por concordar em adotar solução técnica de qualidade inferior, mas que, em primeira
análise, constitui-se ainda em recurso tecnicamente aplicável e de mais baixo custo. Sob esta
ótica simplista de se casar ao aspecto técnico todas as grandes e pequenas economias possíveis (inclusive as relacionadas com prazos limites para inauguração), pode-se, ao mesmo tempo que se satisfaz às instâncias superiores, estar-se criando um projeto de desempenho prático
no mínimo duvidoso e talvez, quem sabe, fadado ao fracasso.
É exatamente para se exemplificar uma, dentre muitas das situações anteriormente mencionadas, que se elegeu descrever os problemas ocorridos com um reservatório em concreto
armado, pertencente ao sistema de tratamento de efluentes industriais, situado em uma cidade
interiorana do Estado de Minas Gerais.
|
2] HISTÓRICO E APRESENTAÇÃO DO PROBLEMA
Trata-se de um tanque prismático em concreto armado, assente diretamente sobre solo previamente compactado, que, como na maioria dos casos em Minas Gerais, é de natureza predominantemente argilosa.
Como fundação utilizou-se a própria laje de fundo do reservatório, com prolongamento das
paredes periféricas endentando o terreno, na ordem de um metro de profundidade. Como se
sabe, obtém-se, desta forma, uma econômica estrutura auxiliar de fundação, composta pela
laje, o prolongamento das paredes perimetrais e o solo confinado em seu interior. Assim, permite-se considerar que a transmissão das tensões ao terreno possa ser realizada à profundidade
do fundo das paredes, com a vantagem de se obter simultaneamente uma maior proteção de tal
nível contra o intemperismo superficial. A proteção adicional do terreno contra possíveis erosões superficiais é também proporcionada pelo colchão de brita existente em todo o restante da
área. Toda esta situação pode ser melhor avaliada pelo "croquis" de formas mostrado na Figura 1.
A questão técnica X comercial surgiu em virtude da necessidade de se executar, ao longo
de duas faces do tanque, uma canaleta de drenagem que permitisse o escoamento direcionado
dos efluentes decorrentes de limpeza e descargas de processo, temporariamente nela vazados. O
projetista estrutural julgava prudente executá-la também em concreto armado e incorporada à própria estrutura do tanque. Esta posição foi contestada pela gerência de construção/comercial que,
por seu turno, alegava ser plenamente satisfatória a execução da mesma em alvenaria, de forma
independente do tanque, apoiada sobre laje de fundo em concreto simples. Tal solução seria de
custo inferior à inicialmente proposta, de rápida execução e não dependeria da construção do tanque para ser realizada, podendo-se edificá-la no momento mais apropriado ao planejamento da
obra. Apesar de se contra-argumentar, acenando-se com as vantagens técnicas da estrutura monolítica e
com a pequena diferença de custo entre as soluções propostas, decidiu-se peía opção em alvenaria.
Após cerca de um ano da inauguração da obra, começou-se a observar um certo
desnivelamento diagonal do tanque, notando-se, já visualmente, um maior afundamento do
canto superior direito (na Figura 1) em relação aos demais. Foi então instalado um instrumento
ótico para acompanhamento da evolução dos afundamentos, que evidenciou elevada velocidade de recalque. A influência desses recalques também se fazia sentir nos bocais de tubulação
das bombas que se interligavam ao tanque, bem como na junta de argamassa existente entre
as paredes da canaleta e do próprio tanque, que se apresentava toda trincada. Notava-se clara-
Corte A-A
Tanque em concreto armado (planta e
corte) para recebimento e tratamento de efluentes industriais
mente o desnivelamento entre trechos da canaleta despertado pelo atrito entre paredes de alvenaria e concreto causado pelo afundamento do tanque.
Diante de tal situação optou-se pela paralização de todo o complexo de tratamento de efluentes
para poder-se esvaziar o. tanque, investigar-se o problema ocorrido e propor soluções de
recondução ã normalização operacional do sistema.
A operação de esvaziamento foi feita por intermédio de mangueiras flexíveis e não mais pela
canaleta, para se evitar maiores contaminações do terreno, sendo então o efluente direcionado
para uma lagoa facultativa de grande capacidade volumétrica.
Investigando-se o local dos afundamentos através de escavações manuais em trincheiras,
verificou-se que o terreno encontrava-se bastante saturado e também contaminado pelo líquido
esporadicamente drenado do tanque. Observou-se ainda, com a ajuda de um especialista em
solos, que o terreno de fundação tinha suas condições de suporte prejudicadas por possuir argila
de natureza porosa o que contribuía em muito na aceleração da velocidade de recalque pela sua
sensibilidade à variação do grau de umidade proporcionada pela infiltração do efluente no solo (o
relatório de sondagem indicava para o local nível d água a aproximadamente 20m abaixo da
superfície).
Após todas essas constatações, deliberou-se por se reerguer o tanque, até ser restabelecido
seu nível horizontal, eliminar-se a canaleta de drenagem substituindo-a pelo sistema drenante
com mangueiras flexíveis sobre leitos metálicos (perfis U) para conter eventuais vazamentos,
substituir-se o terreno contaminado por uma mistura compactada de solo-cimento na proporção
10:i e se reformular as ligações das tubulações de chegada ao reservatório tomando-as mais
flexíveis. Todas as etapas de recuperação do tanque e periféricos eram, logicamente, acompanhadas por um programa de monitoramento estabelecido em comum acordo com a firma de
controle de qualidade, contratada para tal fim.
Alguns pontos relevantes das diversas fases de abordagem do problema como um todo podem ser observados nas Fotos 1 a 6.
o no canto de maior recalque, já com
parcialmente destruída notando-se a
das paredes do tan-
3
CONCLUSOES
Analisando-se cronologicamente os fatos apresentados, surgem conclusões que podem, em
alguns casos, ser traduzidas em ensinamentos para uma boa prática profissional. Sendo assim,
tem-se:
a) o engenheiro calculista não deve abrir mão da solução que julgar indubitavelmente correta,
para determinada situação de projeto, mesmo que tal implique em custo aparente superior
(no caso, inclusive, bem pouco superior!);
b) uma equipe de produção ou manutenção deve ser treinada para melhor avaliar as anomalias da construção civil (ver Foto 1) que se apresentem, ao invés de só se preocupar, em
geral, com aspectos mecânicos ou de desempenho dos equipamentos, antecipando assim possíveis conseqüências danosas ao funcionamento do conjunto:
Detalho da face sul do tanque onde sâo interligadas as bombas, através de tubulações tomadas
flexíveis, para absorção de eventuais recalques
Dispositivo em estrutura metálica projetado para
se reerguer o tanque, constando de ostrado de
reação para o solo e mào francesa de suspensão
Foto 6
Mesmo sistema mostrado na foto anterior com o
macaco posicionado
c) possuindo a canaleta comportamento estrutural diferente do tanque (não apenas pela
diferença no material constitutivo mas também pelas próprias condições construtivas de
assentamento), após sucessivas descargas de processo ou limpeza, houve, através de
trincas surgidas nas paredes de alvenaria, infiltração de líquido para o subsolo, que ao
longo do tempo saturou-o e baixou sua capacidade de suporte, desencadeando os recalques
posteriormente detectados e tardiamente relatados ao projetista;
d) os custos de paralisação do sistema, recomposição da estrutura e das instalações acopladas,
bem como os serviços de engenharia, consultoria e monitoramento de desempenho do
tanque superaram, em muito, a diferença de custos entre a solução de canaleta monolítica
(em concreto) desejada e a de alvenaria construída.
RECUPERAÇÃO DE PISO INDUSTRIAL DANIFICADO
POR RECALQUES DIFERENCIAIS
SILIO PEREIRA UMA FILHO
Diretor LPS Consultoria c Engenharia Uda. - Prof. UVA
LEANDRO DE MOURA COSTA FILHO
Diretor LPS Consultoria e Engenharia Uda-Prof. UFF
1 INTRODUÇÃO
O presente trabalho descreve as prováveis causas das deformações excessivas (recalques)
ocorridas em piso industrial de concessionária de veículos em Duque de Caxias, bem como a
solução de recuperação do mesmo.
I
2[ DESCRIÇÃO DO ACIDENTE
A estrutura local corresponde a uma área coberta de cerca de 1300 m 2 constituída de 2
pavimentos com cobertura industrial metálica.
O piso de toda área do 1® pavimento foi executado sobre aterro compactado com controle
apenas visual durante a construção, sendo o revestimento do piso constituído de placas de
granito rejuntadas sobre contrapiso de concreto.
A laje do 2 a pavimento é apoiada em reticulado de vigas de concreto armado que distribuem
as cargas em pilares modulados a cada 10 metros, transferindo as cargas para blocos de fundação em estacas de concreto pré-moldadas cravadas em terreno resistente.
É comum este tipo de arranjo de construção, apoiando-se a estrutura em fundações próprias
e o piso não estrutural em aterros compactados com controle deficiente em função do reduzido
carregamento do mesmo.
Entretanto não foi feita pelos construtores a necessária consideração na fase de projeto da
ocorrência de solos argilosos de alta compressibilidade, que a despeito de sua pouca espessura
(<5m) provocam a longo prazo deformações diferenciais, que inviabilizam a operacionalidade
dos ambientes ocupados.
A necessidade de ocupação rápida das instalações após a execução das obras de
terraplenagem, com a justificativa de redução de custos e início dos negócios, inviabilizam a
implantação de soluções geotócnicas preliminares que levem em consideração um prazo para
que os recalques ocorram, em geral superior a 1 ano.
Após a execução das obras, a própria convivência com os recalques se toma danosa e
onerosa, como é o caso, já que constantes reparos são realizados dificultando a operação dos
ambientes.
Cabe ressaltar que uma parcela de tais deformações advóm da própria execução de aterros
compactados porém sem controle tecnológico apropriado (grau de compactação, desvio de
umidade, homogeneidade de camadas, seleção de materiais).
Desta forma a situação do piso térreo desta concessionária, após cerca de 6 anos da obra
concluída, apresenta desníveis expressivos bem como trincas na junção com os painéis de
alvenaria e na parte central dos escritórios e problemas na operação de banheiros e de
portas.
A magnitude dos valores de recalques atualmente existentes atinge cerca de 10 a 15 cm,
sendo que as aberturas de trincas do piso, em toda a área construída, atingem valores
centimétricos. As fotos 1 e 2 salientam a situação atual do piso.
CARACTERÍSTICAS DO SUBSOLO LOCAL
A análise das sondagens executadas identificou claramente a existência de camada superficial argilosa, compressível, com espessura de 3 a 5 metros, característica da Baixada Fluminense.
O perfil individual de sondagem a seguir apresentado é característico do local.
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[ T I DIAGNÓSTICO GEOTÉCNICO
Os problemas observados decorrem fundamentalmente do processo de adensamento (recalques)
com o tempo da camada de solo compressível devido à solicitação do peso próprio do aterro executado de espessura média igual a 1,80m bem como do peso próprio do revestimento de piso e da
carga móvel de utilização dos escritórios. Contribuem também, porém em pequena proporção, as
eventuais deformações do aterro executado.
A análise dos recalques ocorridos desde a construção permitiu a definição dos recalques primários remanescentes bem como o seu tempo. Desta forma estimou-se um tempo de cerca de 7 anos
até sua estabilização, com valores da ordem de 18 a 20 cm ainda por ocorrer.
Desta maneira impõe-se uma solução que, apesar dos transtornos operacionais que possa causar, cesse por completo o incômodo gerado pelos recalques do terreno de fundação.
5 SOLUÇÃO DE RECUPERAÇÃO DO PISO
A execução de obras de reforço em estruturas já construídas e em plena utilização necessita
de planejamento construtivo bem como de técnicas e equipamentos especiais.
Para o caso em questão, a adoção de piso estrutural de concreto armado (vigamentos com
seção transversal de 20 x 40cm ou 40 x 40cm e laje de 10 cm de espessura) apoiado em blocos
de estacas de pequeno diâmetro (tipo estaca-raíz) foi a solução mais viável técnica e economicamente, além de causar a menor interferência com o operação da concessionária.
O pé-direito das instalações (< 2,80m) e o nível de ruídos dos equipamentos ensejou a execução das estacas com sondas rotativas de pequeno porte e redução dos fusos de perfuração de
modo a permitir o trabalho dentro dos escritórios.
O reforço em área inicialmente de 500 m 2 , consistiu na execução de 52 estacas sendo 40 estacas
de 0 6"(15,24cm) com armadura vertical de 4 barras de 8 mm, para cargas até 200 kN(20 tf) e 12
estacas d e 0 6"(15,24cm) com armadura vertical de 4 barras de 10 mm, para cargas até 300kN(30tf).
O desenho a seguir apresenta um trecho típico da solução de reforço implantada, com locação de estacas, vigas e laje.
Estacas raiz
Detalhe típico da
estrutura de reforço
do piso
Detalho do rocaJque de aproximadamente 12 cm
situado junto à parede de alvenaria da drculaçáo
que liga a recepção ao setor de auto-peças
EEB
Detalhe das trincas no piso dos escritórios situados entre a recepção e o setor de auto-peças
Foto 3
Execução das estacas-raízes dentro da edificação
Foto 4
Vista Geral da armadura do reforço executado e
estacas
A capacidade de carga das estacas toi calculada levando-se em consideração os efeitos de
atrito negativo decorrentes do processo, ainda em andamento, de consolidação do solo argiloso,
sendo portanto necessário um fuste de 1 5 a 17 metros para as estacas.
As estacas são executadas através de perfuração com circulação de água e revestimento do
furo até a cota de base prevista de projeto. Nesta fase, com a resistência ao avanço da perfuração avaliam-se constantemente as condições geotócnicas previstas inicialmente em projeto,
ajustando-se os comprimentos dos fustes caso necessário.
Após a perfuração ó introduzida a armadura longitudinal constituída de 4 ferros de 8 mm ou 10 mm
de diâmetro conforme o caso, amarrados com espira de 5 mm.
A injeção é feita de forma ascendente, com argamassa de cimento e areia, traço 1:3 com
fck> 18 MPa, concluindo-se o fuste.
As fotos 3, 4 e 5 visualizam o processo executivo das estacas de reforço.
Detalhe da cabeça das estacas e concrotagcm
das vigas
AGRADECIMENTOS
Os autores agradecem à Jenkel Engenharia Ltda. a autorização de divulgação de trecho do
desenho do Projeto Estrutural, bem como à Ground Engenharia e Construções Ltda. executora
da obra de fundações.
ACIDENTE EM FUNDAÇÃO DEVIDO A INSUFICIÊNCIA
DE SONDAGEM DO SUBSOLO
PAULO FREDERICO MONTEIRO
Eng.® Civil. Gerente Técnico de Estacas Franki Ltda. Professor de Fundações da FEUERJ,
Professor de Fundações e Mecânica dos Solos da USU
"É evidente que os projetos de fundações baseados em condições desconhecidas
do subsolo
são motivos certos de se criar discussões entre as partes de um contrato de obras.
Ê incrível que um engenheiro se exponha a tal situação mas isto acontece e acontece
diariamente".
Mohr, H. A.
- Exploration of Soil Conditions
n9 36 (1943).
fTI
and Sampling
Operations.
Harvard
University
Series
INTRODUÇÃO
Apresentamos neste relato um acidente ocorrido no campo da Engenharia de Fundações.
Durante a execução de um prédio constatou-se, com surpresa, a ocorrência de um acidente
durante a execução das fundações de um trecho da obra.
Acidente é todo acontecimento casual, forturto e imprevisto, que ocorre em uma determinada obra.
Nosso relato se refere a uma obra executada no ano de 1983. Vamos procurar ser o mais fiel
possível aos acontecimentos, nos restringindo estritamente ao lado técnico do ocorrido.
Mesmo já havendo passado mais de dez anos não vamos aqui nomear firmas, empresas e
pessoas envolvidas no ocorrido, por uma questão de ética profissional.
2] DESCRIÇÃO DA OBRA
Obra situada no bairro do Maracanã, cidade do Rio de Janeiro - R.J..
O prédio é do tipo comercial e apresenta uma torre (Setor VIII), cujas cargas nos pilares são
elevadas, da ordem de 5.000 tf. chegando o pilar mais carregado a apresentar o valor de 8.300 tf.
No restante da área do terreno o prédio apresenta um embasamento ( Setores I a V I I ) com
apenas três andares, cujas cargas nos pilares são da ordem de 600 tf. chegando o pilar mais
carregado a apresentar o valor de 1.000 tf.
Para uma visualização da área do prédio com a indicação dos vários Setores ver Fig. 1.
O solo no local da obra estava caracterizado pelas sondagens do tipo a percussão (SPT) e
rotativas (mistas), cuja localização na área do prédio está indicada na Fig. 1.
As sondagens mostravam que o subsolo no local da obra apresentava-se constituído de uma
maneira geral de solo superficial de aterro, sobrejacente a camadas de argila, silte e areia,
entremeadas, de compacidade ou consistência baixa até a profundidade de 7m, daí crescente
com a profundidade. A partir ria profundidade de 8m ocorre uma melhoria substancial dos índices de resistência à penetração das sondagens.
Apresentamos na Fig. 2 um trecho com três furos de sondagem representativos do subsolo
da obra.
O PROJETO DAS FUNDAÇÕES
Tendo em vista os valores das cargas atuantes, o tipo de estrutura bem como o solo na
região da obra. foi adotado o seguinte critério para o projeto de fundações:
a) Torre do prédio (Setor VIII). Constituída de grandes cargas, foi adotada para fundação a
estaca escavada retangular (barrete).
10
b) Embasamento (Setores I a VII).
Constituído de cargas médias, foi adotado o seguinte critério:
- pilares das divisas - fundações em estacas metálicas constituídas por perfis laminados
duplos 1-10" e 1-12";
- pilares internos - fundações em estacas tipo Franki.
A previsão de profundidade de cada elemento de fundação foi elaborada criteriosamente com
os dados disponíveis na época e chegou-se aos seguintes valores médios:
Estacas escavadas: 23,00 m. A ponta da estaca ficaria apoiada na rocha.
Estacas metálicas : 9,00 m.
Estacas tipo Franki:
Sondagem
SP-1
SP-2
SP-7
SP-8
SP-9
SP-10
SP-11
SP-12
SP-13
SP-14
SP-15
Cota da base
-3,00
-2,00
-4,00
-2,00
-3,00
-2,00
-3,00
-4,00
-1,00
-2,00
-3,00
Variação das cotas de base
m
m
m
m
m
m
m
m
m
m
m
para toda a obra:
de -1,00 m a -4,00 m
média - 2,30 m
para os setores II e III:
de -2,00 m a -3,00 m
A escolha da estaca tipo Franki para os pilares internos do embasamento se impunha pelo
fato de melhor se adequar à variação das resistências apresentadas no terreno, assim como
tornaria possível, com os controles existentes durante a fase de execução deste tipo de estaca,
ter-se um controle de qualidade executivo muito bom.
Durante a fase de execução das fundações tudo transcorreu como o previsto no projeto, não
houve um indício sequer que pudesse levantar qualquer dúvida sobre o desempenho futuro das
fundações. Todos os controles executivos foram perseguidos e os resultados foram normais.
•
CONSTATAÇÃO DO DESEMPENHO DAS FUNDAÇÕES
Como recomenda a Norma de Fundação NBR- 6122, toda obra de fundações deve ter o seu
desempenho confirmado com a execução de provas de carga estática, sendo que a carga de
ensaio deve atingir 1,5 vezes a carga de trabalho prevista para a estaca (critério da Norma na
época da execução da obra - ano de 1983). Atualmente a Norma de Fundações recomenda que
a carga aplicada na prova de carga deve atingir 2,0 vezes a carga de trabalho da estaca.
Foram executadas duas provas de carga, sendo uma realizada sobre uma estaca escavada
(Estaca P 33-b) e outra executada sobre uma estaca tipo Franki ( Estaca P 312-b).
Para uma visualização da posição das estacas ensaiadas com provas de carga ver Fig. 1.
Antes do início da prova de carga da estaca Franki, procedeu-se a um estudo para se ter
elementos para acompanhar a prova de carga.
• Dados estimados por fórmulas estáticas. (Aoki - Velloso).
Sondagem
Resistência de fuste (tf)
Resistência de base (tf)
Resistência total (tf)
Distância entre a sondagem e a estaca
SP-2
42,17
310,35
352,52
= 40m
SP-11
48,26
341,10
389,36
= 70m
• Dados estimados por fórmulas dinâmicas de cravação.
Dados de cravação da estaca de prova :
Estaca Tipo Franki 0 600 mm para 170 tf
Peso do pilão: 3,92 tf
Peso do tubo: 5,33 tf
Negas da Estaca para 10 golpes de 1,0 m = 4 mm
Negas da Estaca para 1 golpe de 5,0 m = 1 7 mm
Resistência da Estaca
Re = 358 tf
A prova de carga na estaca escavada transcorreu normalmente; a estaca para a carga de
teste 1.890 tf apresentou deformações normais (Ver Fig. 3).
A prova de carga na estaca tipo Franki estava apresentando deformações elevadas.
Para a carga de 191 tf já apresentava deformações de 55,40 mm. A prova continuou até
carga de 218 tf (Ver Fig. 4).
Com o resultado da prova de carga (curva carga - recalque) procedeu-se a um estudo detalhado. tendo-se chegado aos seguintes valores:
• Carga de ruptura estimada :
Método
Van der Veen
Mazurkievicz
Terzaghi
NB 51/78
Valor
215
217
212
185
•
Carga crítica: 116 tf ( Zeevaert - 1972)
•
Resistências estimadas para a estaca :
Resistência lateral:
59 tf
Resistência de base:
156 tf
Resistência total:
215 tf
tf
tf
tf
tf
Constatou-se que, comparando-se estes valores com os resultados obtidos pela previsão
estática, houve uma redução acentuada na resistência da base da estaca ( = 50 %). Durante as
três fases de carregamento aplicadas na estaca, esta apresentou um recalque elástico compatível com o seu comprimento.Pela análise dos resultados da prova de carga pode-se concluir que:
a) O fuste da estaca estava perfeito;
b) O terreno na região da base da estaca apresentava-se com características de
resistência baixa.
I
5 l NOVOS ENSAIOS
Tendo em vista o resultado da prova de carga na estaca tipo Franki, tornou-se imperioso
verificar o que de fato estava acontecendo com o solo no local da cravação da estaca P 312-b.
Procedeu-se à execução de um furo de sondagem SPT e dois furos de diepsondering junto
ao bloco da estaca de prova de carga. O resultado dos novos ensaios mostrou que realmente o
solo no local onde se encontrava a base alargada da estaca Franki se apresentava com baixa
resistência (Ver Fig. 5).
Nessa fase da obra as estacas já estavam todas cravadas e alguns blocos de coroamento
das estacas tipo Franki já concretados.
Tendo em vista a gravidade do ocorrido, tomou-se uma decisão: executar ensaios de
diepsondering em toda a área onde tinham sido cravadas estacas tipo Franki, por serem mais
rápidos em sua execução e por possibilitarem uma melhor análise da resistência do solo.
o
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CN
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I
I
I
I
Provo de carga da
estaca P33-b (escavada)
O
cg
(luuí)
onbieoay
o
CO
Gráfico: Carga - Recalque
Carga (tf)
Locação da Estaca
P312
Estaca de
prova
Dados da prova
Carga de trabalho da estaca
170 tf
Carga máxima aplicada
218 tf
Recalque máximo
102,52 m m
Recalque permanente
89.62 m m
Recalque elástico
12,90 m m
Prova de carga da estaca P 3 !2-tj (FrankJ)
Estaca P 312-b
D.1
D.3
2
Rp(kgf/cm )
0
100
200
NT = 0.47 m
^
Rp(kgf/cm')
SPQ-1
0
100
200
Argila siltosa
pouco arenosa
1.02.0-
Areia
pouco argilosa
3.0-
4.0-
Argila siltosa
com areia
5.0-
6.0.
7.0-
Argila arenosa
8.0 .
9.0 -
10.0 k
Locação
SPG-1
Novos onsaios em
solo com baixa resistência na base
alargada da estaca
Franki
Foram executados 55 furos de diepsondering e 2 furos de sondagens SPT. Pela análise destes novos ensaios foi possível delimitar-se uma área onde havia a ocorrência de um solo de
baixa capacidade de carga, na região ou abaixo de onde tinham ficado as bases as estacas (Ver Rg. 6).
Nessa área delimitada encontrava-se um trecho da estrutura já concretado, (pilares, vigas e
lajes) na qual a grande maioria dos blocos de coroamento das estacas também já haviam sido
concretados.
REFORÇO DAS FUNDAÇÕES
Nas condições em que se apresentava a obra, foi escolhida para ser utilizada como reforço das
fundações, na área onde o solo se apresentava com baixa resistência, a estaca injetada tipo estaca-raiz.
Para o detalhamento do projeto de reforço teriam que ser respondidas três questões básicas, a saber
a) Qual a carga que as estacas tipo Franki poderiam suportar com segurança?
b) Como compatibilizar o trabalho de uma estaca tipo Franki já executada,
eminentemente trabalhando com a resistência de ponta, com uma estaca-raiz ainda a ser
executada, cujo trabalho é eminentemente de atrito do fuste?
c) Qual o comprimento provável da estaca-raiz?
Área onde foi detectado
solo com baixa resistência
na região das bases das
estacas
de carga
SETOR V I
o
SETOR VIII
o 55 Ensaios de diepsondering
• 2 Sondagens SPT
+ Prova de carga na estaca 312-b
SETOR
VII
O
Pela prova de carga executada na estaca tipo Franki, estimou-se o provável valor da ruptura
em = 210 tf e, portanto, só poderíamos adotar para a carga útil nesta estaca o valor de 105 tf.
Para esta carga tiramos no gráfico carga-recalque da estaca de prova o valor do recalque da
ordem de 4mm.
O recalque
produzido por uma carga axial N atuando numa estaca de comprimento *,área
da seção transversal A e módulo de elasticidade E pode ser calculado pela Lei de Hooke, valenN•t
2N i
do para a estaca tipo Franki t u =
e para uma estaca-raiz M =
A-E
A-E
Por definição, a rigidez a compressão S de uma estaca é a carga axial correspondente ao
A•E
A-E
recalque unitário, sendo SF = —-— para a estaca tipo Franki e SR = - ^ j - para a estaca-raiz.
Para a compatibilização entre as cargas da estaca-raiz foi considerado que as estacas sofreriam o mesmo deslocamento no seus topos, uma vez que o bloco de coroamento seria o mesmo.
Com a adoção dessa consideração confirmada fisicamente - uma vez que o bloco de
coroamento ó o mesmo - procedeu-se o cálculo do recalque unitário para cada estaca , igualando este recalque chegamos a relação entre a rigidez das estacas Franki e a rigidez da estacaraiz, com isto, tiramos facilmente a carga e comprimento das estacas de reforço em função das
estacas existentes. Com este critério foram fixadas as cargas para projeto, sendo:
estaca Franki
£ 100 tf
estaca-raiz ( 0 25 mm ) £ 70 tf
Uma vez estabelecido o critério de distribuição de cargas nas estacas o resto ó fácil, tem-se
apenas que obedecer à igualdade Npilar = n NF + m NR.
Npilar = carga vertical no pilar
NF = carga axial na estaca tipo Franki
NR = carga axial na estaca-raiz
n = quantidade de estacas tipo Franki
m = quantidade de estacas-raízes
Na Fig. 7 apresentamos outra situação em que se constata a existência do solo de baixa
resistência na região das bases das estacas já executadas.
0.21
Rp(kgf/cm')
0 100 200
0,00
-5,00
Solo de baixa resistência na região das
bases das estacas
Já executadas
Estaca-raiz
N* 72
Estaca
P 235-J
0 4
1
Rpíkgf/cm )
Em todo o projeto de reforço de fundações, para os 27 pilares localizados na área do solo
com baixa resistência, foram utilizadas 115 estacas-raízes:
27 0 2 5 m m - inclinadas a 5% para a carga máxima de 70 tf;
88 0 2 5 m m - verticais para a carga máxima de 70 tf;
As estacas-raízes foram armadas com 7 0 16 mm aço CA-50 A com
comprimento previsto = 18 m.
Com a finalidade de aferição das hipóteses básicas de cálculo das estacas de
reforço, quais sejam:
a) Capacidade de carga - as estacas deveriam suportar uma carga máxima da
ordem de 70 tf;
b) Compatibilidade de deformação - as estacas deveriam atingir a carga máxima com
deformações menores que 4 mm.
Foram executadas duas provas de carga com características distintas, a s a b e r :
1* Prova: Deveria ser levada a uma carga máxima para se ter a confirmação da
capacidade de carga máxima geotécnica e estrutural, bem como as
deformações obtidas;
2 ' Prova: Prova executada segundo a recomendação da Norma de Fundações vigente na
época.
Os resultados das provas de carga estão indicados na Fig. 8.
Gráfico Carga-Recalque
Estaca Testa
1
2
E 3
E. 4
í 5
6
7
tr
8
9
10
11
12
13
3.69 mm
\
Rompeu o e emento estrutural da estaca
Estaca N° 24
§
-2"
Carga (tf)
50— i — | — i — i —100 1 1 1 1—u
150
70
s
,1.35 mm
^
50
Carga (tf)
70
100
i/>
o
\
1
150
2 48 moT —
-
^
^ 4,71 mm
Dados da prova
Carga de trabalho da estaca 70 tf
Carga máxima aplicada
105 tf
Recalque máximo
4,71 mm
Recalque permanente
1,35 mm
Recalque elástico
3,36 mm
Provas de carga
nas estacas-raízes
Bloco não concretado
Planta
Corte
•
Bloco j á concretado
Planta
Corte
0
Estrutura já concretada
Corte
Planta
JÍL
*
• *
+
<U
rLjh
•
1
•
s
S S
Detalhe de incorporação da estaca-raiz no novo bloco
envolvendo o bloco existente
^ ^ ^
Torre
- Instalação da torre metálica
Travessa metálica
J
.Macaco hidráulico
- 1 " concretagem até o topo d a
estaca-raiz
Escora metálica
2* Concretagem
Furo trone» cônico
w
G
- Retirada da t o n e metálica
-Recuperação d o s c h u m b a d o r e s
—
Bloco novo
Bloco-""
existente
Detalhes dos blocos
de coroamento das
ostacas
- Aplicar carga de 21 tf na
estaca-raiz
1* Concretagem
x
Estaca-raiz
-2* c o n c r e t a g e m até o topo do
bloco
Velocidade de recalque ji / dia
Setor
I
Pilar
28'
49'
70'
—
—
91'
-
ior
128'
104
4
2
5
5
105
1
1
1
3
1
4
112
37
14
13
8
2
0
2
1
6
124
26
10
2
3
8
10
54
4
3
2
10
5
119
121
1
1
2
17
125*
2
0
11
0
0
1
8
10
2
3
16
4
1
20
0
3
1
18
7
1
1
5
3
9
5
2
126*
0
208
66
88
3
10
10
19
18
216
219*
71
25
43
36
0
4
222'
224
0
34
33
1
15
2
8
10
2
227"
229*
91
18
84
9
46
26
3
28
7
2
10
2
1
36
—
—
—
—
79
28
3
11
2
42
13
6
16
10
46
49
18
32
10
321
1
3
28
12
18
40
24
16
19
5
8
—
12
13
22
25
30
34
6
29
6
9
5
36
38
6
-
-
0
• Pilares que sofreram reforço com ostacas-ralzes
" dias em que foram efetuadas as leituras de recalque
40
48
49
43
25
28
25 •
9
13
3
8
1
21
43
21
40
26
48
52
48
57
73
19
11
13
24
24
3
26
47
312*
316
169'
6
6
1
41
149*
5
2
24
238
311
VIII
21'
40
235*
III
14'
101
211
214
II
T dia
6
19
30
21
33
26
28
25
26
34
3
21
20
6
9
28
17
26
21
32
47
50
14
30
60
28
57
39
50
39
52
59
25
23
45
31
—
—
60
55
33
48
39
13
28
25
7
6
20
35
10
45
37
40
33
36
35
Pelos resultados obtidos nas duas provas de carga constatou-se que as hipóteses básicas,
utilizadas no cálculo do reforço das fundações, foram confirmadas.
O detalhe de incorporação das estacas de reforço com as estacas existentes foi feito em
função de como se encontrava o estágio de execução do bloco, assim sendo temos três casos
a serem considerados:
a) blocos ainda não concretados: as estacas de reforço foram executadas com uma inclinação de 5o e os seus topos ficaram dentro da área prevista para o bloco, executado com as
mesmas dimensões anteriormente previstas;
b) blocos já concretados sem ter os pilares executados: as estacas foram executadas na
vertical dentro da área do próprio bloco já concretado;
Fig. 10
Resumo com os resultados obtidos das
velocidades de recalque dos pilares
c) blocos já concretados com trecho da superestrutura já executado (pilares, vigas e lajes):
as estacas foram executadas fora da região do bloco e incorporadas no novo bloco de
soiidarização depois de aplicada a tensão.
Apresentamos na Fig. 9 alguns detalhes dos blocos de coroamento das estacas, bem como da
incorporação das estacas sob tensão no trecho onde existia parte da estrutura já executada.
O reforço de fundação foi executado entre setembro e dezembro de 1983.
Terminado todo o reforço das fundações na área onde os ensaios de diepsondering indicavam um solo de baixa resistência, a estrutura foi liberada para a firma construtora continuar os serviços normais na obra.
" 7 1 CONTROLE DE RECALQUE DOS PILARES
Para um perfeito controle do desempenho das fundações, como r e c o m e n d a a Norma
de Fundações, foi executado um controle de recalque de alguns pilares da obra, abrangendo aleatoriamente toda a área construída, tanto do e m b a s a m e n t o quanto da torre.
O controle de recalque só foi executado no período de março a setembro de 1984 quando a
estrutura do prédio já se encontrava totalmente concluída, a obra estando em fase de lançamento de alvenaria na torre e já em fase de acabamento nos setores do embasamento.
Na Fig. 10 apresentamos um quadro - resumo com os resultados obtidos das velocidades de
recalque dos pilares.
Pelos resultados das leituras de recalques, vimos que os pilares cujas fundações foram reforçadas tiveram idêntico desempenho ao dos pilares cujas fundações não foram reforçadas, o
que comprovou a eficiência do reforço das fundações.
CONCLUSÃO
Durante a elaboração do projeto, quando se analisavam as sondagens disponíveis, constatou-se, claramente, que uma grande área da obra não estava coberta por sondagens (ver Fig. 1).
Quando se procedeu a previsão estática das estacas tipo Franki, que seriam utilizadas na
área não abrangida pelas sondagens, verificou-se que a variação entre as cotas de base era
pequena (4,00 m) e a cota média estava prevista em -2,30 m.
Durante a execução das estacas no referido trecho, as bases ficaram, em média, na cota
-3,90 m, o que foi julgado adequado para o trecho sem sondagem, ou seja, uma profundidade
maior que a profundidade média prevista para a obra.
O solo,como o eterno vilão dos engenheiros geotécnicos, não toma partido nos raciocínios
ditos "lógicos", e mais uma vez pregou uma peça, qual seja: para "cúmulo da coincidência",
justo no trecho sem sondagens, havia uma camada de solo de baixa resistência (naquela profundidade), fato não mostrado nas outras sondagens da área.
Teria sido muito mais fácil ter solicitado mais sondagens dessa área durante a fase de projeto.
Conseqüência dura! Realização de 55 ensaios de diepsondering, 2 sondagens SPT e a execução de 115 estacas injetadas com 18 m.
Como disse Mohr na citação inicial:
"É incrível que um engenheiro se exponha a tal situação", qual seja, basear os seus estudos
em condições desconhecidas do subsolo e completou "mas isto acontece e acontece diariamente".
Não chegamos a ponto de dizer que "acontece diariamente", diríamos simplesmente que
ainda hoje "acontece".
Esperamos que com este relato,nós, engenheiros geotécnicos, da Engenharia de Fundações, nos tomemos mais corajosos e com mais firmeza solicitemos MAIS informações sobre
este vilão que é o "solo desconhecido".
DOIS CASOS DE IMPERMEABILIZAÇÃO E AUMENTO
DA CAPACIDADE DE SUPORTE DO SOLO POR MEIO
DE INJEÇÃO DE RESINA EPÓXI
ENG* MARNIO E. A. CAMACHO
11
Diretor Presidente da Tecnosolo S.A.
ENG* C E. DE M. FERNANDES
Diretor-Adjunto da Tecnosolo S.A.
[ T I INTRODUÇÃO
Problemas com o solo natural, que serve de fundação a obras de engenharia, podem
aparecer durante a própria execução da obra ou após a mesma já executada: se durante,
medidas preventivas são de pronto tomadas e o futuro acidente morre no nascedouro; se
após, porém, um real acidente se configura, e somente o recurso a técnicas corretivas especiais, que recuperem o solo sem afetar a parte da estrutura ainda incólume e que exigem um
modo quase punctual de aplicação, poderão resolver o problema. Apresentaremos dois casos históricos referentes à condição mais desfavorável, ou seja, aquela em que o acidente
surgiu em obras já executadas.
[ T I O ACIDENTE NA BARRAGEM DO JACUY (MONLEVADE/MG)
A Cia.Siderúrgica Belgo Mineira construiu, na década de 30, uma barragem no rio Piracicaba,
a montante da cidade de João Monlevade, com mais de 25m de altura, com a dupla finalidade de fornecer água industrial para os fornos (a principal) e suprir cerca de 20% da energia
elétrica consumida pela empresa. Trata-se de uma barragem em contrafortes de concreto
armado, fechados na face montante por cascas cilíndricas, também de concreto armado.
(Ver figuras 1A e 1B).
VERTE DOURO OC CRISTA
RIO
PIRACICABA
CANAL 0€ DESCARGA
DE FUNDO
S
TOWAOA D-AGUA
CroquI de localização
da barragem
em Monlevade
ORIGINAL
Fig. 1B
Ombreira esquerda
antos do acidente
Cerca de 40 anos depois de construída - precisamente no dia 15/10/72, um domingo, quando
a utilização da água para energia era menos exigente - procedeu-se à limpeza do fundo do
reservatório, uma sangria costumeira. Entretanto, nesta vez, a operação de limpeza danificou o
funcionamento da válvula, impedindo-a de fechar e, assim, o reservatório experimentou um
esvaziamento rápido e quase completo em menos de 8 horas. Como conseqüência do rebaixa-
mento súbito do nível do reservatório, o maciço da ombreira esquerda se rompeu para montante
numa extensão de 50m na linha de crista. Enquanto o remanejamento da ferrovia, originalmente
posicionada a cerca de 8m acima do nível da barragem, num corte do maciço de rocha alterada,
pôde ser efetuado com presteza, o vazio deixado pelo rompimento do encontro revelou que na
extremidade da barragem o septo em concreto armado, com base dentada, não estava assente
em rocha. (Ver figura 2). Indagado pelos então responsáveis da Siderúrgica, por telefone, um
antigo diretor que acompanhara a construção informou que o septo fora inserido em rocha "razoável". Não existiam, a propósito, plantas, cortes e desenhos "como construído" da referida
barragem. Nesse instante, vale a pena indagarmo-nos, engenheiros e técnicos: quantas obras
de mais de 40 anos de construídas terão acervo técnico completo?
Enquanto, por meio de cortinas de contenção a céu aberto e submersas, a estabilidade do
maciço da ombreira esquerda pôde ser assegurada, a estanqueidade do novo aterro de preenchimento e da faixa de rocha "razoável" sob o septo foi conseguida através da técnica especial
de injeção, sob pressão, de resina epóxi, que além de monolitizaros materiais, tomou-os impermeáveis, conforme ficou plenamente comprovado após a retomada em serviço, com reservatório pleno, da barragem. Constituiu-se, à época, numa solução pioneira (ver figuras de 3 e 4).
MATERIAL G R A N U L A R
F U R O S P/ INJEÇÃO D E E P Q X l
Ombreira esquerda
(ase de tratamento na
emergência
CORTINA SUBMERSA DE ESTACAS
PRANCHAS
METÁLICAS
RRO
MATERIAL
ARGILOSO
> DRENO
1/
TIRANTES DE
T I R A N T E S DE
BARRA
CABO
t
Ombreira esquerda
situação definitiva
m
O ACIDENTE DO EDIFÍCIO MIGUELÂNGELO (RECIFE/PE)
Talvez, no ano de construído, fosse o de maior luxo da Praia de Boa Viagem, em Recife. Tem
15 pavimentos e durante a fase de entrega das unidades a seus adquirentes, manifestou-se um
recalque diferencial, do prédio como um todo, sem surgimento de trincas apreciáveis, o que
atestava a boa qualidade de superestrutura.
A fundação era em sapatas, infraestrutura superficial, portanto, assente em areia, com pressões superiores a 5 kgf/cm 2 . As velocidades de recalque medidas eram de 350p/dia e crescentes, prenunciando o provável colapso da edificação.
O mapa de cargas nos pilares foi revisto e constatou-se a existência de esforços com valores
significativamente superiores aos considerados no projeto.
Diagnosticada a insuficiência das áreas das sapatas, com a conseqüente excessiva tensão
de compressão transmitida ao solo de fundação, era urgente aumentar, de imediato, sua Capacidade de Carga, ou melhor, seu Módulo de Deformabilidade.
Na emergência, foram abertos, a trado, furos de pequeno diâmetro em tomo das sapatas, nos
quais foram inseridos tubos de PVC para guia de injeções com resina epóxi sob pressão. O
efeito da resina, impregnando a areia nos vazios por uma substância de elevado Módulo de
Deformabilidade, foi transformar o solo de fundação num material de muito mais alta resistência
à compressão, ou seja, para as mesmas cargas aplicadas uma resposta apenas discreta de
deformação.
Cessada a iminência do perigo, constatada pelo monitoramento dos recalques, foi então possível abrir acessos até as sapatas e aumentar suas áreas, compatibilizando as cargas das colunas com a taxa admissível do terreno. Essa ó uma providência adicional sempre recomendável,
uma vez que a longo prazo, a distribuição, em princípio errática, dos volumes impregnados por
resina epóxi, podem não garantir, no futuro, a desejada uniformidade na transmissão de esforços ao nível da infraestrutura. (Ver figuras de 5 a 9).
D E T A L H E DA F U N D A Ç Ã O
COMPROMETIDA
K
G»g.5
Corte esquemático
Sapata subdlmensionada apresentando recalquos
l
Injeção de epóxi para
aglutinar o material
arenoso à sapata
Abertura da cava
para execução do reforço estrutura! da.
sapata
Sapata reforçada e
recomposição do
piso
COMENTÁRIOS
H6 um desenho jocoso americano, que já vimos emoldurado em escritórios de firmas de
engenharia de fundações, no qual dois indivíduos com os trajes dos anos 1200/1300, da época
de construção do campanário da Torre de Pisa, estão conversando, e um deles, provavelmente
o projetista, dizendo, com expressão auto-congratulatória, ao lado da torre (ainda) na vertical:
"eu só apertei um pouco no cálculo de fundação".
ESCORAMENTOS
A IMPORTÂNCIA DO REESCORAMENTO EM
ESTRUTURAS DE CONCRETO
A R T H U R EUGÊNIO J E R M A N N
12
Eng" Civil, ex-professor da Universidade Federal Fluminense, da Universidade Federal do Rio de Janeiro e da Pontifícia
Universidade Católica d o Rio de Janeiro
INTRODUÇÃO
A intenção deste trabalho é, através da narrativa de dois casos, demonstrar a importância do
reescoramento em estruturas de concreto. O primeiro caso que será narrado relata o acidente
ocorrido quando do afrouxamento do escoramento da cobertura da arquibancada de um clube
de futebol, na Ilha do Governador, Rio de Janeiro, e o segundo caso narra o acidente ocorrido
com um edifício de apartamentos de 30 pavimentos, em Belo Horizonte, causado pela construção de um outro edifício em terreno ao lado. Em ambos os casos o reescoramento teve um
papel fundamental: no primeiro, por evitar um acidente de grandes proporções, que poderia
inclusive ter causado vítimas fatais, e no segundo por permitir que o trabalho de recuperação
fosse realizado a contento.
COBERTURA DA ARQUIBANCADA DE UM ESTÁDIO DE FUTEBOL
NO RIO DE JANEIRO
Para a arquibancada de um Clube de Futebol localizado na Ilha do Governador, no Rio de
Janeiro, foram projetadas coberturas moduladas em concreto armado das quais executaram-se
3 módulos com dimensões em planta de 40 m por 61 m cada um. Cada módulo era constituído
por uma casca "Corola de Flor", com balanço de 20 m, que cobria a arquibancada, e apêndice
de 41 m de comprimento, para abrigar um salão para festas e outras atividades esportivas. Na
figura 1 pode-se ver um corte longitudinal esquemático de um dos módulos.
A água de chuva que era recolhida, principalmente, na "Corola de Flor", saía por uma fenda
na base do único apoio central, sendo coletada em um tanque na base do apoio que a armazenava, permitindo em seguida seu esgotamento e condução para a galeria de águas pluviais por
meio de tubulação enterrada. A água no terço restante deslizava na cobertura, sendo coletada
na fachada da edificação que dava para a rua pública de acesso ao Clube.
Corto longitudinal da
cobertura do estádio
de futebol
Executado o primeiro módulo, foi afrouxado seu escoramento na parte da manhã do dia marcado para acompanhamento da operação, com a presença dos diversos engenheiros responsáveis pela obra. Após afrouxado o escoramento e verificado o aparente bom comportamento da
estrutura, alguns dos engenheiros foram almoçar num Clube próximo, deixando o engenheiro
encarregado da obra no local. Este engenheiro, entusiasmado com sua obra, começou a afrouxar mais o escoramento, verificando, para sua surpresa, que apesar disto a estrutura continuava
a se apoiar no escoramento do trecho em balanço. Aguardou então a volta do almoço dos demais companheiros para comunicar-lhes a ocorrência. Todos julgaram prudente não afrouxar
mais o escoramento, para que o problema pudesse ser analisado com mais calma.
Em vista do ocorrido, foi recomendado apertar ao máximo todo o escoramento da obra. Examinando o projeto estrutural, o diretor técnico da firma projetista da estrutura verificou que a fundação do único pilar de apoio da "Corola de Flor" fora calculada como centrada. Refazendo o
cálculo, verificou que a fundação deste pilar deveria absorver um momento apreciável, que
correspondia à diferença de momentos de equilíbrio entre o balanço da casca e o restante da
estrutura. Caso o escoramento tivesse sido retirado, o balanço provocaria a ruptura do pilar, o
que produziria uma rótula com a conseqüente queda de toda a estrutura.
Aproveitando parte dos degraus superiores da arquibancada, e a excelente capacidade de
suporte do solo onde estava assente a estrutura, o engenheiro projetista engastou um "pó de
pato" no pilar central da "Corola" com a finalidade de equilibrar a diferença de momentos que
fazia com que a estrutura tivesse a tendência de tombar (ver fig. 2). Esta solução foi apresentada aos responsáveis pela execução da estrutura, que a aceitaram totalmente.
Foi iniciada então a execução deste reforço de fundação, que não causou grande prejuízo
pois os degraus teriam que ser executados de qualquer forma. Executado o reforço de fundação
projetado, procedeu-se novamente ao afrouxamento do escoramento, e verificou-se que a estrutura não apresentava os problemas anteriores: ficou totalmente livre, e em observação por 72
horas. Finalmente, o escoramento pôde ser totalmente retirado, dando-se início ao acabamento
previsto nas especificações da obra.
No caso aqui narrado o comportamento de todos os envolvidos foi exemplar, evitando-se
assim uma tragédia.
Solução adotada
para equilíbrio da
estrutura
~3~1 EDIFÍCIO DE 30 PAVIMENTOS EM BELO HORIZONTE
Em Belo Horizonte, um edifício de 30 pavimentos estava sendo construído sobre fundações
superficiais, assentes em terreno de capacidade resistente satisfatória. O edifício era propriedade de uma instituição religiosa, cujos recursos financeiros eram limitados. No lote ao lado (vamos dizer que este prédio era de esquina) a mesma firma que executara as fundações do edifício iniciou as fundações de um outro prédio, de propriedade de um banco, utilizando no entanto
fundações profundas constituídas por tubulões. Quando se iniciou a instalação dos elevadores
do edifício da instituição religiosa, verificou-se um desaprumo, segundo uma diagonal do mesmo, de 30 cm, o que reduziria em demasia a capacidade dos elevadores de alta velocidade,
necessária para efetuar o escoamento dos ocupantes do prédio no tempo exigido pelo Departamento de Fiscalização de Elevadores.
Como a firma executora das fundações dos dois prédios era a mesma, esta foi chamada a
explicar o que estaria acontecendo. Chegou-se à conclusão que provavelmente a execução de
um dos tubulões da frente do novo prédio, junto à divisa, teria provocado a fuga de solo de uma
camada sob a fundação vizinha no decorrer de sua cravação. Verificou-se se a estrutura tinha
sido afetada, tendo-se constatado que, apesar de sua altura, não houve uma só fissura em
alvenarias e peças estruturais do prédio. Passou-se a estudar, então, uma solução para o problema.
O prof. Raimundo Costa, que era diretor-técnico da firma executora das fundações, resolveu
então adotar uma brilhante solução, que foi designada como "OPERAÇÃO SANGRIA". Em primeiro
lugar, como o prédio, nos fundos do lote onde fora construído, tinha um "gasogènio" de 2 pavimentos, a primeira preocupação foi cortar as peças estruturais de sua ligação com o corpo
principal, resultando assim em uma junta de dilatação que iria permitir que a "lâmina", ou corpo
principal, pudesse recalcar livremente, sem solicitar o corpo do "gasogènio". Para isto foi necessário reescorar todo o prédio do "gasogènio", para que fosse possível executar novas vigas e
colunas na junta de dilatação.
Após a criação desta junta, foram colocados pinos para medir recalques e instalado um benchmarko mais longe possível da lâmina. Em seguida, foi efetuada a primeira leitura de nivelamento
dos pinos, a qual serviu de base para acompanhar o comportamento da estrutura. Efetuada esta
leitura-base, foi iniciada a "OPERAÇÃO SANGRIA". Na extremidade oposta da diagonal da lâmina, isto
é, no terreno vizinho, foi retirado o material de alguns furos localizados nos fundos e próximos à
divisa do prédio ademado. Passado algum tempo, foi efetuada uma leitura, quando verificou-se
que o fundo do prédio sofreu um pequeno recalque. Estas operações foram repetidas até se
verificar que o desaprumo do poço dos elevadores fora reduzido para 8 cm, valor este aceitável
pela empresa responsável pela instalação dos elevadores. A estrutura do prédio suportou com
toda a segurança esta movimentação, e esta situação permitiu que se instalassem definitivamente
os elevadores do edifício.
O esquema estrutural do edifício está mostrado na figura 3.
ELEVAÇÃO
1
Gasogènio
Sangria
Lâmina
m
7
Avenida
PLANTA
Tubulões
Esquema do um ecfitícío de 30 pavimentes
em Belo Horizonte.
ERROS DE
CONSTRUÇÃO
FALTA DE PROJETO E DE SUPERVISÃO TÉCNICA CAUSA
QUEDA DE UM PRÉDIO EM VOLTA REDONDA - (RJ)
13
ALBERTO FRANCISCO D O S SANTOS F I L H O
Eflff Civil, Ex Vice-Prcaadente do Conselho RrgKtrul de Engenham Anjuitetura e Agnxwimia do Rio de Janeiro
1
INTRODUÇÃO
Comentar sobre um acidente de obra em que, infelizmente, aconteceram casos fatais tomase difícil, pois pode dar margem a interpretações de estar se fazendo juízo de procedimentos
pessoais. Em função desta observação deixamos claro que as declarações aqui mencionadas
têm a função única de permitir ilustrar nossas observações técnicas relativas a planejamento,
supervisão e acompanhamento de uma obra de construção civil.
Em 31 de agosto de 1991, na cidade de Volta Redonda, no Estado do Rio de Janeiro, aconteceu o desabamento de um prédio de 4 pavimentos, amplamente noticiado na imprensa, pelo fato
de ter havido um total de 8 mortos e 24 feridos, incluindo o dono do imóvel, 3 membros de sua
família,- dois filhos e um sobrinho - entre outras pessoas que participavam da construção em
regime de mutirão.
O prédio, onde se construía o 4Q pavimento, já tinha apartamentos habitados, tendo alguns
casos fatais ocorrido com pessoas que estavam no interior dos mesmos no momento do desabamento.
Em face do vulto e importância do acidente, foi instituída uma comissão para analisar suas
causas. Tendo sido designado como membro da mesma, tive que ouvir diversos depoimentos de
pessoas envolvidas com a construção.
Destes depoimentos observa-se que o comportamento dos envolvidos, com maior ou menor
importância na construção, seguiram uma rotina já corriqueira em diversas obras de pequeno vulto.
Observa-se que no período em que os fatos estão sendo levantados existe uma postura de
conscientização geral. O encarregado afirmou que "gostaria que tivesse havido uma fiscalização
mais rigorosa", e o responsável técnico que "daí para a frente somente se responsabilizaria por
obras de até 3 pavimentos e que tivessem cálculo estrutural".
Nos primeiros meses após o acidente os profissionais relacionados com o problema passam
por intensas preocupações, mas à medida que o tempo passa depreciam-se os fatos ocorridos
e volta-se a proceder de forma menos preocupada, aumentando-se novamente o risco de acidente.
Prédio desaba e mata 8 em Volta Redonda
Há 9 anca. acidente igrial em Niterò:
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Notícia publicada no
Jornal * 0 Globo'
Sem analisar os depoimentos e as informações constantes do processo conduzido pelo CREARJ ( Conselho Regional de Engenharia Arquitetura e Agronomia do Rio de Janeiro). ó fato que,
conforme comunicado publicado na imprensa com data de 17/09/91 sob o título "Esclarecimento", a obra esjava sob a responsabilidade de dois profissionais que assim se declararam junto ao
CREA, conforme documentação própria com os números indicados na nota acima citada, sendo
que, dentre as conclusões do processo instaurado para analisar o acidente foi decidido aplicarse censura pública para o responsável pela execução da obra.
2 CAUSAS DO ACIDENTE
A menos que existam erros de projeto de fácil constatação ou que um eventual colapso aconteça com características que deixem claro alguma deficiência de execução, tal como armadura
em desacordo com o projeto estrutural, metodologia de construção errada ou falha de coocretagem,
entre outros, a determinação exata das causas que provocaram um acidente apresenta uma série de
dificuldades.
Nas obras para as quais foi elaborado um projeto completo e que foram executadas de acordo
com o mesmo, podem ser encontradas situações de colapso provocado por um conjunto de
deficiências tais como traço do concreto errado, cura mal feita ou posicionamento de armadura
em desacordo com o projeto entre outros, deficiências estas que. isoladamente, talvez não
provocassem o acidente.
Neste caso, ao observarmos os depoimentos constantes do processo instaurado no CREARJ, verifica-se que faltou uma coordenação geral para delegar as funções específicas a cada
responsável. Como ilustração, citamos alguns trechos dos depoimentos:
J7 do profissional responsável pelo projeto perante o CREA
-"Fui procurado pelo proprietário para fazer o projeto de um prédio de dois pavimentos,
tendo executado o projeto de arquitetura e o cálculo estrutural".
Jf do profissional responsável pela construção perante o CREA
-"Não sabia que a obra estava sendo executada
gdo encarregado da construção
-"nunca recebi nenhum projeto de estrutura para executar*
-"nunca tive orientação técnica com relação ao concreto ou ferragem".
-"executava os serviços por experiência própria de acordo com a minha vivência profissional".
-"acho que a queda da obra pode ser atribuída ao mau dimensionamento dos pilares centrais'.
As observações feitas pelas pessoas que estavam no local no momento do desabamento
indicam que as primeiras peças a entrarem em ruptura foram os pilares centrais , pois houve
afundamento da parte central do andar e, à partir daí, o restante da estrutura entrou em colapso.
Numa obra desmoronada em que não existiu acompanhamento técnico nem projeto estrutural, toma-se trabalhoso refazer a real situação do executado , podendo-se estimar que a ruptura
efetivamente iniciou-se pelos pilares centrais, que não resistiram aos esforços atuantes, provenientes dos apartamentos já habitados, do peso próprio de parte da estrutura e da sobrecarga da
operação de concretagem da 4 1 laje, sendo possível admitir-se que faltou o conhecimento de
que, de forma genérica, os pilares centrais são solicitados por cargas maiores que os de
extremidade, necessitando, por isso, de dimensões de seção superiores às dos demais pilares.
Além deste fato, está evidente pela simples observação dos escombros, que a obra acumulava uma quantidade expressiva de falhas.
Podem ser citadas algumas observações tais como: vigas com espaçamento de estribos
exagerado, desagregação do concreto indicando sua baixa resistência e falta de espaçadores
para garantir o cobrimento da armadura.
Estas observações levam a concluir pela existência de uma série de falhas de execução
típicas de obras sem acompanhamento correto tais como: não existência de análise de solo para
assentamento da fundação, utilização de traço incorreto com adição excessiva de água ao concreto, inexistência de cálculo estrutural, falta de vibração e de cura do concreto.
Em face do acima comentado é possível afirmar,relativamente às causas do acidente, que
esta obra não atendeu ao mínimo de critério de supervisão técnica que eliminasse um alto risco de
colapso, que poderia se iniciar por qualquer ponto da estrutura provocando o seu desabamento.
| ~ D CONCLUSÃO
Estatisticamente verifica-se que, nas obras de engenharia civil, os fatores com maior percentual
de contribuição para os casos de colapso de estrutura são os erros de detalhamento e de
execução, pesando as falhas de cálculo e de dimensionamento de forma menos intensa.
Este estudo estatístico foi realizado para obras onde efetivamente foi elaborado um projeto
por profissional habilitado, tendo havido a preocupação de que o projeto fosse respeitado integralmente durante a construção quanto a características, dimensão e posicionamento dos componentes.
Os acidentes adquirem repercussões diferentes em função de diversos fatores: existência de
vítimas fatais e gravidade dos ferimentos, vulto técnico da obra, importância política, prejuízos
materiais causados a terceiros .
Cabe ao profissional habilitado, com participação na responsabilidade sobre uma obra, usar
os conhecimentos inerentes à sua formação para determinar com exatidão a importância da
obra quanto aos fatores acima citados a fim de especificar ou efetuar o correspondente acompanhamento técnico.
Esta supervisão deverá avaliar todos os condicionantes que poderão ter interferência na
qualidade da execução dos serviços, sendo de fundamental importância a avaliação dos operários quanto a conhecimento técnico, responsabilidade e experiência.
O vulto da obra com relação à tecnologia, custo e importância deve determinar apenas as
características e o quantitativo do efetivo a ser utilizado no acompanhamento, ou seja, não se altera
a necessidade de verificação da capacidade técnica do pessoal com responsabilidade na obra,
mesmo para aquelas de pequena importância ou que não ofereçam riscos de acidentes com vítimas.
Nas obras em que um eventual colapso pode causar danos físicos, abrir mão dos cuidados
mínimos que mantenham o risco de insucesso em margens aceitáveis, por negligência ou incompetência significará o uso indevido de sua prerrogativa de tomar decisões que serão aceitas pelos leigos, sem questionamentos.
Em geral os acidentes na construção civil são ligados à estrutura da construção onde usualmente utiliza-se madeira, aço ou concreto. No caso citado, a estrutura era em concreto armado,
material que em certas regiões encontra-se bastante difundido e com encarregados que detêm
grande prática.
O que cabe ao profissional responsável pela construção é, a partir de um projeto estrutural,
saber avaliar o que precisa ser complementado ao conhecimento do encarregado e promover
um acompanhamento dos serviços que garantam a segurança da obra.
Mesmo nas obras de pequeno vulto, tendo em vista os problemas costumeiros nas construções, relativos a estabilidade, além da responsabilidade do encarregado e de sua capacidade de
c o m a n d o , não se deve abrir mão da experiência na avaliação da capacidade de carga do terreno de assentamento da fundação.
0 responsável pela execução deve ter exata noção dos valores das cargas e da distribuição
dos esforços na estrutura e deve saber interpretar integralmente um projeto estrutural, conhecendo os símbolos, convenções e nomenclatura utilizados nos mesmos, deve ter conhecimento
da importância da vibração do concreto durante o lançamento, bem como da estanqueidade das
formas e da função da cura do concreto.
Para garantir a segurança de uma estrutura tem-se também como fundamental a qualidade
do concreto: deve ser previamente escolhido um traço já experimentado e serem tomadas todas
as precauções para garantir a perfeita dosagem quando da mistura dos componentes e, como
providência final, ser feita a verificação visual do concreto fresco antes do seu lançamento na
forma.
Para a execução de uma estrutura é necessário sempre avaliar-se as cargas provenientes
dos métodos executivos e da resistência dos materiais a serem utilizados nos escoramentos das
peças que serão concretadas.
Estes são os procedimentos mínimos, entre outros, que entendemos serem necessários para
que não se incorra em riscos de insucesso em uma obra do padrão desta aqui comentada.
Nossas observações nos levaram a concluir que faltaram tais procedimentos mínimos no acompanhamento da mesma.
Fontes de consulta:
1 - Notícia do jornal
"O GLOBO " de 01 de setembro de 1991.
2 - Trechos de declarações retiradas do processo n9 94-4-00142 do Conselho Regional de
Engenharia e Arquitetura do Rio de Janeiro.
DOIS CASOS RELATIVOS A ERRO DE CONSTRUÇÃO
CARLOS HENRIQUE HOLCK
Dr.-lng.. MSc., Eng. Civil, Prof. Adjunto d» Escoh dc Engenharia th UFRJ (Departamento dc Estruturas), Diretor th ProEnagjA S/C
1
INTRODUÇÃO
Apresentarei dois problemas relativos a erro de construção que vivenciei no curso de minha
vida profissional e que poderiam ter sido evitados pela adoção de medidas técnicas ou gerenciais.
Felizmente ambos os casos não causaram perdas humanas, tendo havido apenas danos e
prejuízos materiais.
V Caso: GARANTIA DE QUALIDADE NA
CONSTRUÇÃO DE UMA BARRAGEM
A divulgação da Norma ISO 9000 e suas derivadas vem tornando a existência de um sistema
de garantia da qualidade nas construções uma exigência cada vez mais freqüente nas
contratações de obras de construção civil.
Esse não era o caso, em nosso País, até cerca de 10 anos atrás. Poucas obras possuíam um
sistema de garantia de qualidade capaz de atender às idéias básicas do sistema, entre as quais
está a de prevenir a ocorrência de defeitos e, caso ocorram, detectá-los a tempo de corrigi-los e
evitar sua repetição.
APRESENTAÇÃO DO CASO
Durante o enchimento do reservatório de uma barragem de grande porte foi observado um
vazamento de grande intensidade. O vazamento surgiu após o nível d'água no reservatório ter
atingido uma determinada cota e era caracterizado por uma vazão excessiva em um dreno do
paramento de montante da barragem de concreto.
O projetista das estruturas de concreto foi chamado para realizar uma vistoria e propor as
medidas necessárias para sanar o defeito.
A existência de um sistema de garantia de qualidade durante a construção foi de grande valia
na solução do problema.
O sistema de garantia de qualidade
O sistema implantado compreendia as seguintes atividades principais:
• recepção e controle tecnológico de materiais;
• recepção, arquivamento e distribuição dos documentos de projeto;
H controle de qualidade da construção.
O sistema comproondia também a manutenção de um arquivo bom ordenado dc todos os
atos da fiscalização, relatórios de não-conformidade e modificações de projeto a serem posteriormente incluídas nos desenhos como construído.
No que diz respeito à independência, o sistema implantado deixava a desejar. Embora o
sistema fosse teoricamente independente, a força política da construtora por vezes suplantava
a dos procedimentos e normas de garantia e controle de qualidade.
A causa do vazamento
Consultando-se os registros de progresso do nível d'água no reservatório foi possível determinar a cota aproximada do defeito que provocava o vazamento. A boa organização do sistema
de garantia de qualidade, que adotava o princípio da "rastreabilidade", permitiu ter em mãos os
relatórios de não-conformidade emitidos durante a concretagem das camadas naquela elevação.
Localizou-se um relatório redigido pelo engenheiro responsável pela fiscalização naquele turno, descrevendo fatos que provocaram um defeito de concretagem e explicavam o vazamento.
No relatório o engenheiro dizia que, em um dado momento da concretagem de uma camada,
iniciou-se uma chuva torrencial; o engenheiro determinou a suspensão da concretagem e a
proteção da superfície de concreto fresco com lona plástica. Suas determinações não foram
atendidas, embora reiteradas durante toda a manhã.
Diante dessa informação, foi levantada a hipótese de que.a causa do vazamento deveria ser
um defeito de concretagem naquela camada, provocado pela lavagem do concreto fresco pela
chuva intensa. Uma pesquisa realizada com um obturador introduzido no dreno mostrou que o vazamento ocorria na mesma cota da não-conformidade relatada, o que corroborou a hipótese inicial.
[ ~ 3 l CONCLUSÃO
Através do relato de um vazamento detectado durante o enchimento de um reservatório foi evidenciada
a importância de um sistema de garantia de qualidade nas obras de construção civil. Graças aos registros
realizados pela equipe de controle foi possível estabelecer a causa do defeito observado.
Ficou evidenciado também que ó imprescindível assegurar autoridade e independência ao
sistema. Caso este ponto tivesse sido respeitado teriam sido tomadas medidas para impedir a
ocorrência do defeito.
Uma terceira evidência, talvez a mais importante, é que o sistema de garantia de qualidade
deve possuir mecanismos que disparem sinais de alerta caso uma não-conformidade não seja
sanada. No caso relatado a construtora não acatou o engenheiro fiscal, o engenheiro fiscal não
teve como fazer valer sua autoridade e, ainda, o sistema permitiu o arquivamento de um relatório
de não-£onformidade sem que o problema que o originou tivesse sido sanado. Se os procedimentos de garantia de qualidade tivessem impedido o arquivamento do relatório de não-conformidade o defeito teria sido sanado e o problema não teria acontecido.
Entre as regras não escritas da engenharia existe a que recomenda não modificar um projeto
sem consultar seu autor.
Em uma grande construção o engenheiro da empresa gerenciadora infringiu essa regra ao
concordar com uma modificação de projeto, aparentemente simples, proposta pela construtora.
Tal decisão gerou grandes prejuízos e um conflito que demandou uma grande quantidade de
horas de trabalho até ser dirimido.
2 2 Caso: REFORMA CAUSA O DESABAMENTO DE
UMA CONSTRUÇÃO DE ALVENARIA ESTRUTURAL
As reformas de residências são um fato corriqueiro. Diariamente podemos observar pedreiros
abrindo novas portas e janelas, demolindo paredes, construindo jiraus, tudo sem a assistência
de um engenheiro.
O caso aqui enfocado é o da reforma de uma residência, porém realizada por uma empresa
de engenharia; mais especificamente, trata-se da transformação de uma residência em loja.
APRESENTAÇÃO DO CASO
O proprietário do imóvel, valendo-se de mudanças nas posturas municipais, resolveu transformar sua residência em um estabelecimento comercial. Para tanto mandou elaborar um projeto
de arquitetura, obteve as licenças necessárias e contratou uma construtora para realizar a obra.
Entre outras modificações, o projeto de arquitetura pedia o alargamento das janelas para transformar as fachadas da casa em grandes vitrines.
A estrutura da casa
A casa, constituída por um andar térreo e um sobrado, estava situada em um terreno de
esquina, com janelas de pequenas dimensões abrindo-se para ambas as ruas.
Sua construção era típica da década de 40, realizada com grande economia de concreto
armado. As paredes eram de alvenaria de tijolos, de uma vez, e tinham a função estrutural de
suportar as lajes de concreto armado do primeiro piso e do forro. Os únicos pilares de concreto
armado eram os da caixa da escada; davam apoio a esta e também à caixa d'água elevada.
O problema e sua origem
A obra iniciou-se pela ampliação das janelas existentes no térreo, tanto em altura quanto em
largura, para a criação das futuras vitrines. Durante a noite a casa desabou, ficando de pó
apenas a área contígua à escada de concreto armado.
A explicação para o acidente é óbvia, embora o engenheiro encarregado não tivesse dado a
devida atenção.
A ampliação das janelas do térreo reduziu drasticamente a extensão das paredes que suportavam as lajes do primeiro andar e do forro. Na verdade, quase todo o peso desses dois pavimentos foi transferido para um "pilar" de alvenaria que restou no ângulo das duas fachadas.
O desabamento deu-se pela ruptura do "pilar" no térreo, que não teve resistência para suportar a carga que lhe foi transferida.
CONCLUSÃO
Uma obra de transformação de uma residência numa loja, embora realizada por um engenheiro, não teve a necessária avaliação da função estrutural de seus elementos.
Não ocorreu ao engenheiro que uma residência de dois andares poderia não ter estrutura de
concreto armado e que os andares superiores apoiavam-se nas paredes de alvenaria.
Ao rasgar as aberturas para as vitrines o engenheiro eliminou quase totalmente o apoio dos
andares superiores, submetendo as partes restantes da alvenaria a um esforço muito superior a
sua resistência. O resultado foi a ruptura, felizmente sem vítimas.
CONTRAVENTAMENTO
PATOLOGIA DA CONCEPÇÃO ESTRUTURAL
DE EDIFÍCIOS ALTOS
PÉRICLES BRASILIENSE FUSCO
15
Engenheiro Civil. Professor Titular do Departamento de Engenharia de Estruturas e
Fundações da Escola Politécnica da Universidade de Sâo Paulo
1 A IMPORTÂNCIA DO PROBLEMA
Os efeitos de segunda ordem nas estruturas dos edifícios altos podem causar danos que, em
determinadas circunstâncias, podem ser muito graves.
A ocorrência desses danos tomou-se cada vez mais freqüente à medida que as construções
foram abandonando certas práticas construtivas tradicionais, sem que se prestasse atenção na
importância que tais práticas tinham para a segurança das estruturas.
De modo geral, as alterações mais importantes foram representadas pelo aumento significativo dos vãos das vigas e lajes, pelo aumento das aberturas nas alvenarias, pela substituição das
alvenarias maciças por outros materiais, inclusive materiais leves, pela colocação de alvenarias
sobre lajes sem estarem suportadas diretamente por vigas, e pela eliminação do encunhamento das
alvenarias e das barras de aço de ligação das alvenarias aos pilares da estrutura.
Todas essas alterações levaram a uma progressiva perda da colaboração das alvenarias com
a rigidez das estruturas.
O esqueleto de concreto armado foi ficando cada vez mais por conta própria, sem que muitas
vezes para isso estivesse preparado.
•
OS EFEITOS DE SEGUNDA ORDEM
O significado básico dos efeitos de segunda ordem nos pilares esbeltos está mostrado na
Fig.(2-a). Às excentricidades e, de primeira ordem, acrescentam-se as excentricidades e2 decorrentes da deformação da própria estrutura.
Os efeitos de segunda ordem são cada vez maiores à medida que aumenta a flexibilidade da
estrutura. Como as rigidezes das diversas partes da estrutura são diferentes, algumas delas são
consideradas como elementos de contraventamento e outras como elementos contraventados,
conforme mostrado na Fig. (2-b).
Fig. 2 a
Efeitos de 2* ordem
O funcionamento básico das estruturas de contraventamento está mostrado na Fig.(2-c) e
o contraventamento dos edifícios altos está indicado na Fig.(2-d).
É importante observar que as forças horizontais que ligam os pilares contraventados aos
elementos de contraventamento devem ser consideradas no detalhamento das estruturas. A
Pilares
contraventados
• ' Pilares de
contraventamento
Fig. 2b
Elementos de contraventamento e
elementos contraventados
qj^T
Comportamento de chapa
Comportamento de placa
não observância dessa precaução pode conduzir a danos estruturais de diferentes gravidades,
como se mostra na Fig.(2-e), podendo-se chegar a situações de extrema gravidade, como será
mostrado no exemplo crítico a seguir discutido.
F,
F,
(
n
p,
Funcionamento básico das estruturas de
contraventamento
P,
A
&////////.
aj
Fi* F,
; p,
'P,
A
Pilar de
contraventamento
H.
iF'
£
LAJ *
Pilar
contraventado
p
Efeito global para
o cálculo de M,
-
®
L^i
F** F»,
®
0)
P.
P.
Fig. 2d
Contraventamento em
edifícios altos
•//////
contraventamento
contraventado
Efeito global para
o cálculo do M,
1° Fase
2 a Fase
3 a Fase
Ruptura
Interna
9
5 a Fase
Fig. 2e
•
Andamento das evidências observáveis
UM EXEMPLO CRITICO
Trata-se de um conjunto de quatro edifícios idênticos, construídos simultaneamente, que apresentaram os mesmos danos estruturais, que quase os levaram ao colapso global.
Os eventos ocorridos e os aspectos patológicos das estruturas estão descritos nas 19 figuras
que se seguem.
Dimensões globais de
um dos edifícios
fmÊBT
Arranjo geral da estrutura - fôrmas do
andar tipo
o
00
V.101
V.101
O
(O
Pavimento 'tipo*
(2« ao 15°)- observações iniciais
I Panorama Iniciai do
fissuraçâo (1ê dia)
Evolução da fissuraçáo-1*fase(8«cfa)
Alvenaria
Fissuras tipo @
V114
8
V117
V115
s
V106
v •• * . •
V ••
Fissuras indicativas
de movimentação
da estrutura
-t
Fissuras tipo ( 5 )
1
3-
(gX,
v.ioi
F
P1
P2
V.104
4-
CO
10° dia
Evolução dafcsi*açôo-^fas© (srtuoçèocritca)
= 6.8 m
= 4,2 m
= 3.25 m s 3,5 m
Cobortura
15*
14°
13°
m m
12°
n
11*
(0 ;
o
10°
9°
CD
(0
8°
o
7*
—w—
ilii
6°
5°
4°
T
o
3*
2*
1*
Térreo
<
«
3 2 m
Dimensões aproximadas
Arranjo geral dos pilares do prédio
CORTE LONGITUDINAL
>
Fig. 9
Efeitos de 1* ordem
Forças horizontais
devidas a excentricidades ou desaprumos inevitáveis
Vento
Forças
líórizontals
devidas ao efeito
combinado do vento
com os esforços de 2*
ordem
(sem escala)
prumos inevitáveis
com a ação do vento
e os esforços de 2•
ordem-
l
*
Vento •
412
412
327'
354
327*
3016
4016
k
CM
P7
X
b
CM
3016
Soldas
3016
Peroba
3016
Ç <N
P10
P15
P14
4016
<o
Arranjo gorai do
reforço provisório.
Andares 2*. 5 3 . £».
11*, o 1-1® (1*fas9)
4)
X
OJ
R-
3016
P17
3P16
ç
0)
CM
X
04 í -
3016
(Nâo sistemático)
^dar
<
Fissuras diagonais
da emenda por «raspasse do 2 andares
(casoí)
Fim do
tirante
sem reforço
Direção do movimento
Ponto fixo
Andar inferior com reforço provisório
(Nâo sistemático)
Andar superior c o m reforço
Fim do
tirante
Fissuras diagonais
da emenda por trespasso de 2 andares
.(caso 2)
sup erior
Ponto fixo
Direção do movimento
V.101
V.102
V.103
V.104
V.106
V.109
Ki
Pilares do extremidade - Novo sistema do fissuração (Náosistemáticc)
SWAVAXSS
03 VA
8U"A
assa
SUA
ÍN
a!
VIVA
O
5
^
3
E S S S a
ZÍVA
Efeito das bieias
do extremidade
(nôo sistemático)
Princípios gerais
de reforço definitivo
£
V.104
V.109
pn
P15
Para cada uma dessas figuras são feitos os seguintes comentários:
Figura 1
Mostram-se as dimensões globais de um dos edifícios, que possuem 15 andares elevados.
Figura 2
Apresenta a planta de formas do andar tipo. Observe-se a ausência de elementos adequados de contraventamento que garantam a estabilidade geral do edifício.
Figura 3
Estas estruturas começaram a ser investigadas por apresentarem, em todos os andares
dos 4 edifícios, fissuras diagonais nos quatro cantos dos prédios. As fissuras eram visíveis na face inferior das lajes e investigando-as com mais minúcia, constatava-se que
elas cortavam a laje de face a face.
Estas observações iniciais já eram conhecidas há vários meses, mas somente começaram a causar preocupação no final da construção, quando os apartamentos foram entregues aos proprietários, que passaram a reclamar das fissuras.
Neste desenho também estão mostradas esquematicamente as principais
alvenarias,
delineando-se assim a localização dos 4 apartamentos de cada andar.
Figura 4
Uma vez decidido fazer-se uma investigação mais cuidadosa, foi feita uma vistoria inicial que constatou um panorama de fissuração já bastante significativo.
Além das fissuras de canto (1), já havia fissuras verticais (2) de deslizamento dos pilares
em relação às alvenarias, rupturas localizadas (3) em cruzamentos de alvenarias e uma
fissura (3') em uma parede revestida de azulejos.
Todas essas fissuras já sugeriam que o problema decorria das forças de contraventamento
devidas ao apoio horizontal dado pelos pilares centrais da caixa de escada e da torre
dos elevadores aos demais pilares.
Nesse sentido, a fissura (3) era bastante esclarecedora quanto às características da
movimentação existente entre as peças da estrutura.
Esta situação já foi considerada alarmante, passando-se a submeter os prédios a uma
observação
permanente.
Note-se a cronologia dos eventos. Estas observações iniciais marcam o 1B dia dos trabalhos de investigação.
Figura 5
Após uma semana, no 8° dia das observações, o panorama de fissuração já havia se
alterado profundamente.
Além do agravamento das fissuras (1), (2), (3) e (3') já existentes, surgiram as fissuras
(4) e (5) nos contatos das alvenarias com as peças de concreto, cqmo se mostra na
figura seguinte.
Em alguns andares dos edifícios surgiram as primeiras rupturas (6) das lajes situadas
no eixo de simetria das estruturas.
Figura 6
Mostram-se as localizações (4) e (5), que revelam claramente a movimentação da estrutura.
Figura 7
Mostra-se o panorama de fissuração 48 horas depois da vistoria anterior.
Houve o agravamento generalizado da fissuração, particularmente das fissuras (6), aparecendo agora a fissura (7).
Em um dos edifícios, as fissuras (6) e (7) prolongavam-se pelas alvenarias e estendiamse por quatro andares sucessivos. Havia a clara indicação da tendência dos prédios se
abrirem em dois pedaços.
As fissuras (8) e (9) indicavam que as vigas das fachadas longitudinais já tinham sido
seccionadas inteiramente, ameaçando perder a sua função de tirante.
Figura 8
Mostra-se o arranjo geral dos pilares do prédio. Os esforços de contraventamento são
claramente
compreensíveis.
Um problema que dificultou a interpretação dos fenômenos foi o fato de que a fissuração
observada não tinha uma tendência nítida de agravamento em função da posição do
andar. A fissuração tinha a mesma intensidade nos andares inferiores, nos andares
intermediários e nos andares superiores.
Figura 9
Mostra-se que as foças horizontais que surgem em virtude dos desaprumos
inevitáveis
crescem de cima para baixo, à medida que aumenta a força normal nos pilares.
Note-se que o aparecimento dessas forças horizontais era a única forma de restabelecer o equilíbrio dos pilares que não possuíam rigidez de flexão apreciável e não dispunham de qualquer viga de travamento na direção longitudinal.
Por este efeito, a fissuração deveria se agravar de cima para baixo.
Figura 10
Mostra-se que as forças horizontais devidas à ação do vento e aos efeitos de 2a ordem
crescem de baixo para cima, à medida que aumenta a rotação dos nós dos diferentes
andares.
Por este efeito, a fissuração deveria se agravar de baixo para cima.
Figura 11
Mostra-se que as forças horizontais devidas a todos os efeitos considerados pode terá
mesma ordem de grandeza em todos os andares, fazendo com que a fissuração tivesse
a mesma intensidade em praticamente todos os andares.
Figura 12
Mostra-se o esquema geral de forças horizontais atuantes e que estariam provocando a
fissuração das estruturas.
Figura 13
Mostra-se o reforço provisório realizado em função da análise anterior dos fenômenos
em andamento.
Os tirantes não se estenderam até as fachadas laterais por dificuldades de trabalho, que
iriam retardar o reforço. Houve um risco premeditado, admitindo-se que as peças estruturais, embora já fortemente fissuradas, ainda poderiam equilibrar pelo menos as linhas
extremas de pilares.
O reforço provisório foi aplicado cada três andares. Com isto, admitia-se a possibilidade
de cada andar reforçado também equilibrar os andares que lhe eram adjacentes, um
acima e outro abaixo. Esta hipótese extrema, que admitia a emenda de andares por
traspasse, foi o único recurso possível para viabilizara rapidez adequada dos trabalhos.
Figuras 14 e 15
Mostra-se a fissuração que ocorreu em alguns locais, indicando a eficiência da hipótese
adotada. Quando esta fissuração ocorreu, os andares adjacentes foram também reforçados.
Com a aplicação do reforço provisório foi detido o processo de fissuração das estruturas
que já se aproximavam de um possível colapso global.
Figura 16
Com o reforço provisório foi enrijecida a região central da estrutura. Os pilares da fachada lateral passaram então a buscar equilíbrio diretamente através das lajes e não mais
através das vigas longitudinais das fachadas.
Em alguns casos houve a nova fissuração indicada, que comprova a eficiência do reforço aplicado.
Figuras 17 e 18
As bielas diagonais nas alvenarias entre um andar reforçado e um andar não reforçado
aplicam forças que precisam ser transferidas às torres centrais de rigidez.
Os equilíbrios locais e as bielas extremas que buscam equilíbrio direto provocaram em
alguns casos as fissuras indicadas.
Figura 19
Mostra-se o projeto de reforço final.
PONTES E VIADUTOS
a c j d e n t e s e s t r u t u r a i s n a c o n s t r u ç ã o civil
1
2
7
ACIDENTE NO VIADUTO DA 2a PERIMETRAL
DO METROREC - RECIFE
SÉRGIO MARQUES FERREIRA DE ALMEIDA
16
MSc, Eng° Civil, Prof. Assistente do Departamento dc Engenharia Civil da Universidade Federal Fluminense
VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA
PhD, MSc. Eng Civil. Prof. Titular do Curso de Mestrado em Engenharia Gvil da Universidade Federal Fluminense
8
•
INTRODUÇÃO
Neste trabalho é narrado um tipo de acidente característico de falhas de execução, ocorrido
no viaduto da 2 § Perimetral do METROREC, em Recife, Pernambuco. O acidente ocorreu durante os trabalhos de descimbramento de parte da estrutura, o que obrigou à execução de uma
prova de carga para que se pudesse dar continuidade à obra. Serão também relatadas aqui as
providências que foram tomadas imediatamente após o acidente, assim como será brevemente
descrita a prova de carga efetuada.
DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA
O metrô de superfície de Recife encontra-se em operação desde 1985, tendo sido executado
no período 1982/1984, e possuindo uma extensão de 20 km. O traçado da via metroviária, em
região urbana, obrigou à execução de 23 pontes e viadutos, incluindo o da 2* Perimetral. Este
viaduto ó constituído por cinco vãos simplesmente apoiados de 30.0 m cada, o que dá um
comprimento total de 150,0 m.
O traçado em planta do viaduto está inserido em um trecho de tangente, e o greide da obra é
em nível. A seção transversal do viaduto acomoda duas linhas metroviárias e possui uma largura
total de 10,5 m. A obra é estruturada por meio de duas vigas longitudinais invertidas em concreto
protendido, ligadas transversalmente por transversinas de concreto parcialmente protendidas e
por laje em concreto armado. A inversão das vigas, que têm altura constante de 3,0 m, foi
imposta pelo gabarito rodoviário das vias transpostas pela obra. Como a altura de construção
disponível era de 0,7 m, a estruturação transversal da laje teve que ser feita através de
transversinas parcialmente protendidas espaçadas a cada 2,5 m.
A transmissão dos esforços da super para a mesoestrutura é feita através de aparelhos de
apoio em borracha neoprene fretada, sendo a mesoestrutura do viaduto formada por pilares
retangulares tipo parede de concreto armado. As fundações da obra são compostas por um
conjunto de 26 estacas metálicas (perfil duplo 112") por linha de apoio, coroadas em seus topos
por blocos de concreto armado. Os apoios extremos são formados por encontros leves de concreto armado assentes sobre um conjunto de 22 estacas metálicas em perfil duplo I 12". As
figuras 1 a 3 apresentam detalhes de fôrmas do viaduto.
150
975
150
4S
.40..501
t80
^ 6 0 . 7 0 =50-
Seção transversal do
tabuleiro
P T ^ ^ ^ C X l Z J
Planta do tabuleiro
n
z
i
B
B...B....B
•
a
B.....B.
1 3 | DESCRIÇÃO DA OBRA
O sistema construtivo adotado para a execução do viaduto foi o de concretagem "in loco"
sobre escoramento metálico convencional. Tal sistema previu o emprego de aparelhos de
descimbramento para possibilitar o afrouxamento da estrutura do escoramento, facilitando a sua
retirada. Cada aparelho de descimbramento era constituído por um cubo de concreto, com 30
cm de lado, formado por quatro pirâmides que se encaixavam e que eram estabilizadas através
de tirantes de aço. A Fig. 4 ilustra este cubo.
Corte A-A
4
DESCRIÇÃO DO ACIDENTE
Estes aparelhos de descimbramento, que já tinham sido utilizados na execução de vãos
semelhantes da mesma obra, não vinham apresentando o funcionamento desejado, qual
seja, o deslizamento das superfícies após o afrouxamento das porcas dos tirantes. Este mau
funcionamento se devia ao forte atrito desenvolvido nas superfícies de contato das pirâmides, atrito este que mais tarde verificou-se ser o responsável pela estabilidade do cubo de
concreto. Buscando reduzir o atrito, a executante aplicou um filme de graxa na superfície das
pirâmides. Entretanto, como os tirantes de aço não tinham sido dimensionados adequadamente, os mesmos romperam quando o volume de concreto fresco do vão P4/P5 atingiu
a p r o x i m a d a m e n t e 8 0 % do previsto (ver fotografia 1). O rompimento dos aparelhos de
descimbramento provocou o recalque generalizado e aleatório da parte da estrutura já executada. O que impediu a "reação em cadeia", absorvendo os esforços adicionais gerados
pelo impacto, foi o adequado dimensionamento do escoramento, aliado a cuidadosa execução, principalmente no tocante aos contraventamentos. Esta "reação em cadeia" certamente
teria ceifado a vida de vários operários.
Foto t
Aspocto do rompimento do aparelho de
doscimbramonto
Para se avaliar os danos causados às partes da estrutura onde o concreto já havia endurecido, fez-se uma vistoria preliminar, com base na qual concluiu-se pela viabilidade técnica e econômica do aproveitamento da estrutura sinistrada. Este aproveitamento exigiria entretanto um
programa de investigação mais aprofundado, além da recuperação dos trechos da estrutura que
foram afetados quando do acidente, e, para isto, foi elaborado um programa de trabalho que
constou das seguintes etapas:
1.
2.
3.
4.
5.
vistoria pormenorizada;
análise estrutural;
macaqueamento da estrutura para a posição original;
recuperação das partes afetadas e conclusão da estrutura;
realização de prova de carga instrumentada para aceitação da obra.
A decisão de se executar a prova do carga tove como principal finalidade dirimir dúvidas com
relação à capacidade portante do vão P4/P5 do viaduto. Estas dúvidas diziam respeito principalmente à aderência concreto velho/concreto novo e à eficiência da colmatação das fissuras ocorridas durante o acidente. A execução desta prova de carga acabou revelando uma finalidade
complementar, qual seja, a comprovação em verdadeira grandeza da capacidade portante de
grande parte do conjunto de pontes e viadutos que possuíam projeto de vão-tipo idêntico ao do
viaduto da 2a Perimetral.
As armaduras de protensão nada sofreram com o acidente, pois adotava-se na obra a técnica
de enfiação posterior dos cabos.
Como todos os documentos de controle estatístico das características mecânicas dos materiais estavam disponíveis, suprimiu-se do programa de investigação a etapa de execução de
ensaios não destrutivos.
Vistoria pormenorizada
A vistoria pormenorizada realizada procurou enfocar detalhadamente os seguintes pontos:
•
mapeamento geral das fissuras das peças estruturais; identificação das regiões onde o concreto foi esmagado (trecho já endurecido) ou desagregado (trecho plástico);
• detecção de dobramentos, amassamentos ou escoamento de armaduras;
• verificação do estado dos aparelhos de apoio;
• quantificação e posicionamento dos trechos que não foram concretados, com vistas à análise
reológica;
• verificação de possíveis danos nos pilares.
As fissuras detectadas foram identificadas e suas aberturas foram avaliadas por meio de
fissurômetros. Este mapeamento preliminar das fissuras buscou apreciar o comportamento da
estrutura, através da mudança do quadro de fissuramento quando da realização futura do
macaqueamento.
Análise estrutural
Após a vistoria pormenorizada, foi necessária uma nova análise estrutural do vão sinistrado,
com vistas a apreciar a modificação no estado de tensões nos materiais (concreto e aço) em
função da interrupção da concretagem de modo aleatório nas seções da estrutura. Esta interrupção da concretagem, com posterior retomada, provocou alterações, em relação à análise desenvolvida quando da elaboração do projeto, das características mecânicas das seções transversais da estrutura (S, J, Vs, Vi. Ws, Wi, em função da variação do módulo de elasticidade do
concreto), e das futuras perdas diferidas dos cabos de protensão em função da grande modificação da idade de aplicação da protensão.
Assim, estes dados foram introduzidos no programa de análise de estruturas reticulares utilizado na fase de projeto, adotando-se como modelo estrutural o de grelha plana, que, conforme
ficou constatado na prova de carga, representava a estrutura fidedignamente. O estado de
fissuramento da estrutura provocado pelo acidente não necessitou ser implementado no modelo
estrutural (via inércia fissurada), no caso das vigas principais, tendo em vista que as fissuras,
após a colmatação e aplicação da protensão (viaduto ferroviário com protensão completa), deixariam de existir. A conclusão da análise estrutural foi de que o estado de tensões nos materiais
não sofreu modificação significativa.
Macaqueamento da estrutura e recuperação das partes afetadas
A intervenção na estrutura com vistas à sua recuperação ficou extremamente simplificada por
se tratar de obra em concreto protendido, na qual a protensão ainda não havia sido implantada.
Os serviços de recuperação constaram então das seguintes atividades:
•
•
macaqueamento da estrutura para sua posição original;
demolição ou escarificação dos trechos de concreto afetados, quer por esmagamento das
partes endurecidas, quer por desagregação das partes frescas;
• substituição das armaduras que sofreram ruptura ou foram submetidas a dobramentos
excessivos;
® preparo das superfícies para retomada da concretagem, de forma a garantir a aderência do
concreto velho com o concreto novo;
• injeção das fissuras por meio de nata de cimento para recuperar o monolitismo, assim como
garantir a proteção das armaduras quanto à corrosão;
• limpeza das superfícies em que a concretagem foi interrompida, por meio de jato de ar e
água.
Prova de carga instrumentada
A prova de carga do viaduto da 2" Perimetral teve como finalidades a avaliação da capacidade
portante do vão sinistrado (P4/P5) e a comprovação do desempenho estrutural dos demais vãos
íntegros, com vistas à aceitação do conjunto de obras pela contratante, e, para cumprir esta
segunda finalidade, executou-se também prova de carga no vão íntegro P2/P3, adjacente ao
vão sinistrado P4/P5. A prova de carga compreendeu as seguintes etapas de trabalho: fixação
da carga de prova com verificação relativa a estados limites de utilização; verificação relativa a
estados limites últimos; materialização da carga de prova (fixação e posicionamento dos aparelhos de medida; realização da prova de carga; cálculo das deformações teóricas); e apresentação dos resultados.
A análise numérica dos resultados foi feita pelos critérios da norma espanhola [3], compreendendo:
• confronto entre a flecha máxima estabilizada no ciclo e a flecha teórica prevista;
• verificação da deformação máxima admissível na estrutura;
• verificação da limitação da abertura de fissuras;
• determinação de deformações de deslocamentos crescentes para pequenos incrementos de
carregamento; verificação de sinais de ruptura da estrutura ou parte dela;
• controle dos resíduos plásticos dos deslocamentos.
5
CONCLUSÕES
A intenção deste trabalho foi a de relatar, através de um caso real, um acidente ocorrido em
uma estrutura de grande porte que foi provocado por falha nos dispositivos de descimbramento.
Observando-se os acidentes ocorridos em obras de pontes e viadutos pode-se verificar que a
grande maioria destes ocorre por falhas no dimensionamento ou na execução do escoramento.
Por sorte, no caso aqui descrito, não houve conseqüências mais sérias, já que poderia ter havido
uma reação em cadeia - a qual foi impedida pela qualidade dos contraventamentos da estrutura
de escoramento-, mas o trabalho adicional implicou em atraso no cronograma da obra e em
substancial elevação do seu custo.
Hoje esta obra está em pleno funcionamento, mas cabe aqui alertar sobre a importância que
deve ser dada ao projeto e à execução das estruturas de escoramento, especialmente em obras
em concreto protendido, tendo em vista que, durante a fase de escoramento, a estrutura ainda
não tem qualquer capacidade portante, já que os cabos ainda não foram tensionados.
BIBLIOGRAFIA
1. Associação Brasileira de Normas Técnicas (1980). Cargas para o Cálculo de Estruturas de Edificações, NBR 6120/
8 0 . Rio do J a n e i r o . Brasil.
2. Almeida. S.M.F. (1995), Avaliação da capacidade portante de estruturas. Dissertação de Mestrado, Universidade
Federal Fluminense.
3. MOPU (1988). Pruebas de carga de puentes de carretera. Madrid. Espanha.
FISSURAS NAS TRAVESSAS DE APOIO
DE VIADUTOS FERROVIÁRIOS
RONALDO DA SILVA FERREIRA
17
Eng° d v l l , prof. do Instituto Militar d e Engenharia
P i ] INTRODUÇÃO
Este trabalho contém a análise das causas do surgimento de fissuras em travessas de apoio
no topo dos pilares de diversos viadutos ferroviários de uma mesma linha, observadas antes da
inauguração da obra.
O memorial de cálculo foi examinado para diagnóstico do problema, que causou preocupação aos
proprietários da obra uma vez que a linha férrea ainda não se encontrava em operação comercial.
As fissuras, todas de mesma natureza, representavam um risco para o empreendimento.
•
APRESENTAÇÃO DO PROBLEMA
Os viadutos são bastante semelhantes e compostos por duas vias independentes. A seção
transversal da superestrutura de cada via é formada por 3 vigas pró-moldadas de concreto
protendido em forma de I, sendo duas vigas para suporte direto das linhas férreas e a terceira,
com altura menor, para suporte do passeio lateral.
O vão típico dos viadutos é de 30,0 m e a largura total de cada via mede 5,2 m. A altura das
vigas mais altas, incluindo a laje, é de 1,90 m e das vigas mais baixas 1,60 m.
As vigas estão apoiadas em consolos curtos localizados no bordo inferior das tranvessas de apoio
no topo dos pilares. Para apoio das vigas existem aparelhos de apoio de neoprene fretado.
Os pilares, um para cada via, apresentam seção retangular vazada com dimensões externas
2,0 m x 1,5 m.
As figuras 1 e 2 a seguir mostram detalhes da super e mesoestrutura típicas dos viadutos.
2 L
1055
.
520
20
100
380
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170
200
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Seção transversal da
superestrutura
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155
Seção longitudinal em
um dos pilares
150
155
ü i o
Os danos observados ficaram restritos à mesoestrutura dos viadutos, não tendo sido verificada
nenhuma anomalia na superestrutura.
Conforme pode ser observado na figura 2, as vigas extremas apoiavam-se nos trechos em
balanço das travessas de apoio. As fissuras ocorreram neste trecho, na ligação dos consolos
com a alma das travessas de apoio, prolongando-se para baixo nos consolos.
A figura 3, a seguir, ilustra o exposto:
A região fissurada está submetida a tensões de tração provocadas pela reação de apoio das
vigas longitudinais. As direções dos esforços solicitantes na região sinistrada são mostradas na
figura 4 a seguir.
r
R
R
T
\
X Ç
p x
Os esforços de compressão são absorvidos pelo concreto, enquanto os de tração são resistidos pela armação no interior das peças.
A fissura na ligação dos consolos com a alma da travessa de apoio deveu-se à insuficiência
da armação vertical, em forma de estribo, na região de apoio das vigas extremas. Esta armação
deveria ter sido dimensionada para suportar o valor total da reação de apoio das vigas. A seguir
é determinado o valor da seção de ferro necessária, usando os valores das reações de apoio
retiradas da memória de cálculo de uma das obras.
Reação de carga permanente para a viga extrema: 1531 kN
Reação de carga móvel:
764 kN
Reação total
2295 kN
Seção de ferro necessária para suspensão da carga total na ruptura:
As = 1,4 x 2295/ 43,5 = 73,87 cm 2 (Aço CA 50)
A armação colocada na região era composta por 4 estribos duplos de diâmetro 10 mm,
totalizando 11,36 cm 2 . A figura 5 mostra a distribuição da armação na região, identificada pela
posição 1.
Mesmo considerando-se apenas a carga permanente, verificou-se a insuficiência de armação:
As = 1.4 x 1531 / 43,5 = 49, 27 cm 2 >11,36 cm2
As diferenças entre as armações necessárias e existentes são bastante acentuadas, e a
não ocorrência de ruptura pode ser explicada pelo fato de parte da carga distribuída no
aparelho de apoio se transmitir diretamente ao pilar por biela. De qualquer forma, a armação
de suspensão deveria ter sido dimensionada para a suspensão de toda a reação das vigas
extremas.
Cabe ressaltar ainda que no lado oposto da travessa de apoio, onde se apoia a viga menos
carregada, a armação detalhada também é insuficiente, embora não tenham sido observadas
fissuras no local.
Para esta viga a reação de apoio total (carga móvel + permanente) vale 1235 kN.
As = 1,4 x 1235 / 43,5 = 39,74 cm 2
A seção de ferro existente no local era de 17,04 cm 2 .
Nas verificações acima, não foi considerado o efeito da fadiga na armação devido à carga
móvel, fato este que aumentaria ainda mais a seção de ferro necessária.
j g g
Senbdo dos esforços
sollcítantes
40
40
co
o
2
248
10 0 10 mm
8
60
ArmaçÃo de suspensão das cargas na
travessa de apc*o
195
CORTE A-A
0
2 x 0 10c. 20
Em virtude da abertura de fissura na alma da travessa de apoio, a armação longitudinal da face
superior dos consolos, composta por 10 barras de 10 mm, foi solicitada à tração. Sendo ela insuficiente para resistir ao momento fletor devido ao carregamento da viga extrema, a fissura propagou-se
em direção ao fundo das travessas de apoio, conforme pode ser observado com nitidez na foto 3.
A armação principal dos consolos, composta por barras de 16 mm espaçadas de 20 cm.
deveria ser mais densa na região da viga extrema mais carregada. Para a reação de apoio total
de 1200 kN. nestas vigas, tem-se:
As = 1.4 x 1200 x 0.325 / 0.85 x 0,55 x 43,5 = 26,85 cm 2
Esta armação, distribuída numa extensão de cerca de 1 m sob o apoio da viga, resultaria em uma
barra de 16 mm a cada 7.5 cm. O espaçamento do projeto era de 20 cm. As fissuras mostradas na foto 4
podem estar associadas a esta deficiência e à pequena armação na face lateral da travessa de apoio.
As demais armações eram satisfatórias sendo dispensável a reprodução dos cálculos.
Pelo exposto, caracterizou-se a existência de falha no dimensionamento estrutural das travessas de apoio e que resultou na ocorrência de fissuras de mesma natureza, em várias delas.
A solução adotada para reforço da estrutura foi a transferência da carga da travessa de apoio
diretamente para os blocos de fundação, através de pilares colocados sob os consolos.
Num dos viadutos, de pilares mais baixos, foram criados novos pilares sob os consolos nos locais
de apoio das vigas extremas. Estes pilares foram apoiados nos blocos de fundação, conforme figura 6.
Nos demais viadutos, que apresentavam pilares mais altos, os novos pilares foram posicionados
junto aos vértices dos pilares existentes, e ligados no topo por vigas que sustentam os consolos
de apoio das vigas, conforme figura 7. Estas vigas foram dimensionadas para resistir à carga
transmitida pelas vigas extremas.
Como as superestruturas não foram retiradas para execução dos trabalhos, apenas as reações de carga móvel foram consideradas como transmitidas à estrutura de reforço.
22,5
:,5
150
22,5
1 — r r
8
VISTA S U P E R I O R
Travessa de apoio
existente
Pilar de reforço
Pilar existente
Armadura de
ligação
Fundação
CORTE A-A
Reforço dos pilares
baixos
CONCLUSOES
As fissuras nas travessas de apoio do topo dos pilares ocorreram em cinco viadutos ferroviários semelhantes, sendo que quatro já estavam concluídos, e um deles, ainda não havia sido
inteiramente executado. A meso e superestrutura dos viadutos sinistrados apresentavam as mesmas características estruturais, e nenhum deles encontrava-se em operação comercial na ocasião.
As fissuras localizaram-se na alma das travessas de apoio e nos consolos junto ao apoio da viga
extrema mais carregada. Elas foram provocadas pela insuficiência da armação vertical de suspensão formada por estribos, e caracterizaram a existência de falha no projeto estrutural destes elementos.
As fissuras ocorreram antes da entrada em operação comercial da linha férrea e portanto, sem que
todas as condições de carregamento possíveis houvessem atuado sobre a estrutura.
A falha de projeto existia também no balanço oposto da travessa de apoio, sob a viga menos
carregada, embora ainda não houvesse registro de fissuras no local.
Os danos ficaram restritos às travessas de apoio e não houve propagação para outros elementos estruturais. A solução adotada para reforço foi transferir parte da carga da superestrutura diretamente para o bloco de fundação através de pilares adicionais, evitando assim a remoção das vigas já posicionadas e o agravamento dos danos.
DOCUMENTÁRIO FOTOGRÁFICO
Vista Inferior das travessa de apoio e vigas
Detalhe da fissura om um dos consolos de
apoio das vigas
Detalho de fissuras na face lateral de uma das
travessas de apoio
•
REFORÇO DO VIADUTO MONTE SECO
EDUARDO VALERIANO ALVES
Engf (jvü. MSc, Professor Assistente do Departamento de Engenham Civil da Universidade Federa] Fluminense
VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA
18
Hngf Civil. MSc, PhD. Professor Titular do Curso de Mestrado cm Kngenhana Civil da Universidade Federal Fluminense
RICARDO VALERIANO ALVES
Frtf Chi. MSc, D*. Profcssr* do C u b o de Mestrado em Fj^enharia Gvi da Uovcnidade Hrderal Fkmneree (Bofasa do OíPq)
N
INTRODUÇÃO
O Viaduto Monte Seco situa-se no estado do Espírito Santo e faz parte da BR-101 no trecho
entre Vitória e Linhares. O viaduto está compreendido entre curvas, bem próximas aos seus
extremos, sendo sua extensão total de 110 metros em tangente, com rampa de 1%. Sua finalidade ó a de transpor o vale no qual situa-se a Estrada de Ferro Vitória-Minas (EFVM), de propriedade da Companhia Vale do Rio Doce (CVRD).
O objetivo deste trabalho é apresentar um histórico da estrutura, compreendendo o seu projeto original, o primeiro reforço para aumento da capacidade portante, os problemas estruturais
daí decorrentes e, finalmente, a recuperação emergencial que se fez necessária. A foto 1 mostra
uma vista geral do viaduto.
Vista geral do viaduto Monte Seco (20/09/93)
O PROJETO ORIGINAL
O projeto do Viaduto Monte Seco foi elaborado pela empresa DUEMAQUI, sendo ele em
concreto armado, com fundações diretas sobre o terreno rochoso. O trem-tipo utilizado para
cálculo das solicitações foi o TB-24. O viaduto é caracterizado por uma estrutura principal
em arco com tabuleiro superior, cuja seqüência, em seus dois extremos, se dá por meio de
acessos conectados através de dentes Gerber. A figura 1 mostra suas principais características geométricas.
Trecho 1
1* Acesso
15.0 m
Trecho 2
Arco
Trecho 3
2 Acesso
30.0 m
o
Vista em elevação
do viaduto original
A seção transversal original apresentava uma largura total de 8,30 m e comportava duas
pistas de rolamento, dois passeios laterais e guarda-corpos. Transversalmente a obra era estruturada por quatro longarinasrcom largura de 0,25 m e altura variando de 0,70 m nos vãos a 1,0 m nos
apoios, com mísulas retas de 1,0 m de extensão. As longarinas eram ligadas entre si por transversinas
de seção constante (0,25 m x 1,00 m), situadas nos pontos de apoio. A laje, com 0,19 m de espessura média, completava a ligação entre as transversinas e longarinas.
Ao longo de todo o viaduto os vãos seguem uma modulação de 5,00 m, contínuos em cada
um dos três trechos. Cada linha de apoio típica ó composta por um par de pilares que descarregam sobre fundações diretas, no caso dos trechos de acesso, ou sobre o par de arcos.
Originalmente os arcos eram de seção constante (0,65 m x 1,30 m), bi-rotulados por meio de
articulações Freyssinet.
I 3 l O PRIMEIRO REFORÇO DA ESTRUTURA (1975)
Em 1975 o viaduto foi reforçado, com o objetivo de adaptá-lo às solicitações impostas pelo
TB-36 da antiga NB-6.
No tabuleiro, o projeto de reforço introduziu três vigas longitudinais bi-apoiadas, dispostas
entre as quatro longarinas existentes, e ao mesmo nível destas. Com isto buscou-se subdividir o
vão da laje. Para servir de apoio a estas vigas e ainda às já existentes, foram projetadas duas
vigas transversais posicionadas logo ao final das mísulas. Finalmente, para receber a carga
proveniente de todo este conjunto, foram acrescidas duas vigas longitudinais descarregando
nos pilares. Na mesoestrutura o projeto de reforço recomendou um encamisamento de 0,20 m
de espessura em todos os pilares. Todas as sapatas foram encamisadas e os arcos também o
foram nos trechos próximos às suas nascenças. O encamisamento conjunto dos arcos e das
sapatas fez com que as articulações Freyssinet perdessem sua função. Modificou-se assim o
comportamento estrutural do trecho em arco, que passou a ser bi-engastado.
A figura 2 mostra uma vista em elevação do viaduto após o reforço de 1975.
•
OS PROBLEMAS ESTRUTURAIS (1982-93)
Em 1982, após decorridos 7 anos da execução do reforço do viaduto, detectou-se, pela primeira vez, através de inspeção rotineira do DNER, o comportamento inadequado da estrutura,
em virtude da vibração excessiva. A partir de março de 1993, seis sucessivas vistorias realizadas por equipes do DNER, CVRD e CONCRESOLO revelaram o colapso parcial de uma seção
transversal do tabuleiro, com risco iminente de ruína. A longarina de um dos acessos que se
apoiava sobre o dente Gerber perdeu a sustentação sobre tal extremidade e, configurado o
balanço, rompeu na seção mais solicitada.
Baseando-se nas vistorias do início de 1993, foram definidas as providências necessárias
para que a obra retornasse, com segurança, às suas condições normais de utilização. Como
medida emergencial, impôs-se imediatamente um controle de velocidade de tráfego e restringiuse a circulação no viaduto a meia pista. Foi então elaborado um projeto básico, com quantidades, para recuperação da obra. Com base neste anteprojeto, foi contratada uma empresa construtora para a realização dos serviços de recuperação. Optou-se, então, pela realização do projeto
de engenharia em duas etapas. Numa 1 a etapa seriam atendidos os serviços emergenciais, sem
alteração das características estruturais do viaduto. O objetivo desta 1 a etapa foi recolocar a
obra em tráfego normal, com condições de segurança tanto para os usuários da rodovia quanto
para a ferrovia. Assim, projetou-se a recuperação dos trechos rompidos das longarinas, dos
seus apoios e dos pilares de junta.
Para uma 2 a etapa foram previstos serviços que, embora importantes, não possuíam caráter
de emergência à época das vistorias do início de 1993, realizadas sem acesso adequado à parte
inferior do tabuleiro. Os serviços assim indicados seriam:
•
remoção das vigas biapoiadas longitudinais e transversais empregadas no reforço do tabuleiro.
Este reforço, cuja finalidade era aumentar a capacidade de carga da estrutura para o tremtipo classe 36, revelou-se ineficaz;
• execução de um novo reforço envolvendo o encamisamento das longarinas originais da estrutura e introduzindo armadura adicional para atender às solicitações do TB-45;
• alargamento do tabuleiro, para eliminar o atrito lateral1"> do tráfego, e a colocação de defensas
rígidas tipo GM nas laterais.
A mobilização da construtora para início da obra de recuperação deu-se em outubro de 1993.
Em meados de novembro foram concluídos os andaimes e plataformas de trabalho que visavam
permitir a execução dos serviços de macaqueamento e recuperação das 8 nervuras das regiões
que sofreram colapso. Estes andaimes, instalados ao nível inferior do tabuleiro, a aproximadamente 15,0 m do nível do terreno, permitiram o acesso ao fundo do tabuleiro.
Assim, ainda em novembro de 1993, face às novas condições, tornou-se possível realizar
uma inspeção bem mais detalhada que as anteriores, verificando-se que as vigas longitudinais
de reforço apresentavam sinais de esmagamento junto às faces de contato com as vigas transversais que lhes sen/iam de apoio. Foi possível então :oncluir que tanto a vibração quanto o
esmagamento eram conseqüências de um mesmo problema: a falta de ligação entre as vigas
longitudinais de reforço e o fundo da laje do tabuleiro. Esta ligação foi executada, na ocasião do
reforço de 1975, através do preenchimento com argamassa da folga entre o topo das vigas
longitudinais de reforço e o fundo da laje. Não foi introduzido qualquer tipo de armadura para
garantir a eficiência da "costura". Assim, devido à fragmentação da argamassa de ligação, as vigas
longitudinais de reforço foram gradualmente perdendo contato com o fundo da laje, dando origem às
vibrações e aos deslocamentos e, conseqüentemente, ao esmagamento de seus apoios.
Mesmo com o tráfego submetido ao controle de velocidade e em meia pista, a obra continuava a apresentar problemas de vibração, que se propagava a partir das vigas longitudinais
de reforço, conforme podia ser observado das plataformas de trabalho. A laje do tabuleiro, bem
como as vigas longitudinais, passaram a trabalhar pretensamente sob cargas do TB-36, sem
condições para tanto. Concluiu-se ainda que, uma vez recuperada a obra e restabelecido o
tráfego normal, a vibração nas vigas de reforço e o processo de esmagamento de seus apoios
persistiriam, pois a recuperação em curso não sanaria as causas do problema. Recomendou-se
então que os serviços previstos para a 2 ' etapa (etapa de alargamento) fossem realizados o
mais rapidamente possível.
5 j O PROJETO DE ALARGAMENTO E REFORÇO (1994)
Alargamento e Reforço
O projeto de alargamento do viaduto previu uma seção transversal com largura total de 10,80 m,
com duas pistas de rolamento, dois passeios laterais e guarda-corpos. Para possibilitar o alargamento da seção, serão adicionadas duas longarinas. A laje terá sua espessura aumentada por
meio do concreto projetado por baixo do tabuleiro.
Análise Estrutural
Metodologia de Análise - para a determinação dos esforços solicitantes utilizou-se o programa
ANESP*"», que é baseado no Método da Rigidez. O programa ANESP analisa estruturas
aporticadas planas sob o efeito dos carregamentos usuais atuantes em pontes (peso próprio,
sobrecarga permanente, variação uniforme de temperatura, gradiente térmico, etc), sendo também calculados todos os efeitos oriundos das cargas móveis, inclusive frenagem e aceleração.
O programa gera as linhas de influência de esforços cortantes e de momentos fletores para
todas as seções de cálculo da superestrutura. Tais linhas são automaticamente carregadas com
" O atrito lateral e as ccodções do traçado sáo taxxes quo contrbuiram pera acidentes (alais (queda do veículos sobro o lotto da EFVM)
n O ANESP vem sendo desenvoMdo na empresa ENGERODdesdo 1989 com o propósito do analisar estnituras de obras de arte especiais
o trem-tipo indicado obtendo-se os esforços máximos e mínimos. O mesmo procedimento é
aplicado às seções de cálculo da meso estrutura, mas, neste caso, as solicitações em questão
passam a ser o momento fletor e a força normal. Assim, o carregamento das linhas de influência
gera quatro tipos de envoltórias:
•
•
•
•
momentos fletores máximos e forças normais correspondentes;
momentos fletores mínimos e forças normais correspondentes;
forças normais máximas e momentos fletores correspondentes;
forças normais mínimas e momentos fletores correspondentes;
Para cada uma das reações de apoio o programa gera a respectiva linha de influência, a partir
da qual são também calculados os valores máximo e mínimo.
Para a modelagem, o programa dispõe de dois tipos de elemento. Um elemento de pórtico
plano com seção transversal linearmente variável e um elemento de ligação mista com trecho
inicial perfeitamente rígido e extremo linearmente elástico, capaz de representar aparelhos de
apoio, dentes Gerber, excentricidades, etc. Estes elementos possuem um total de seis graus de
liberdade, correspondentes à rotação e aos deslocamentos transversal e axial em cada um de
seus pontos nodais extremos.
Modelo Estrutural - devido às características de geometria e do comportamento da estrutura,
ela pôde ser analisada a partir de um modelo plano correspondente à metade da obra na direção
longitudinal, ou seja, metade da seção transversal apoiada sobre uma única linha longitudinal de
pilares e um arco. A rampa de 1%, por não influir significativamente na rigidez do conjunto, foi
desprezada. Tomou-se a cota de greide do centro do arco como constante ao longo de todo o
viaduto. A partir desta cota foram definidas as alturas dos pilares. Embora a obra pudesse
ser desmembrada em três estruturas aproximadamente independentes, optou-se por uma
análise global que, além de mais precisa, facilitou a geração das envoltórias nos pilares sob
os dentes Gerber.
CONCLUSÃO
Neste trabalho mostrou-se um acidente ocorrido com a estrutura de um viaduto após ele ser
submetido à execução de trabalhos de reforço estrutural, cuja finalidade era a de aumentar a sua
capacidade portante. Tanto o projeto como a execução de reforço de estruturas de concreto
devem ser revestidos de cuidados e de critérios de segurança bem mais rigorosos do que os que
se tem com uma estrutura nova, já que embora por um lado pode-se ter uma certeza maior em
relação a variáveis tais como a geometria da obra e as características mecânicas dos materiais,
por outro lado está-se fazendo uma modificação na concepção estrutural da obra, o que aumenta o número de incertezas.
Um outro ponto importante que foi aqui mostrado é a importância das inspeções em obras de
arte, pois foi graças a uma inspeção de rotina que o problema foi detectado, o que levou à
realização de uma inspeção detalhada no viaduto e, conseqüentemente, a uma intervenção na
estrutura que evitou um acidente de maiores proporções.
VARANDAS E
MARQUISES
EMPUXO NO VAZIO PROVOCA O
COLAPSO DA ESTRUTURA DE UMA VARANDA
NELSON ARAÚJO L I M A
F.ngcnharo c Diretor da Divisão dc Estruturo» da Secretaria dc Obras c Serviços Públicos da Prefeitura
da Cidade do Rio dc Janeiro (1963 a 1988)
1 1 | INTRODUÇÃO
Chovia e ventava muito na cidade do Rio de Janeiro naquele início de noite do verão de 1993.
No prédio de nove andares, com um apartamento por andar, construído há cerca de quinze
anos, a moradora do sexto andar estava na varanda observando os costumeiros estragos causados pelo mau tempo quando precisou ir ao seu quarto para falar ao telefone. Interrompeu a
conversa quando ouviu um estrondo de vidraças se quebrando vindo da sala e para lá se dirigiu
apressadamente. Ao entrar na sala se deparou com um quadro assustador: o piso da varanda,
onde tinha estado quinze minutos antes, se encontrava fortemente inclinado e todos os vasos
de planta tinham escorregado para o bordo externo de encontro ao gradil de proteção. O movimento da estrutura tinha provocado a quebra das esquadrias situadas entre a sala e a varanda.
Quando vi nos jornais do dia seguinte as fotos do acidente fiquei mais curioso do que o habitual pois a estrutura da varanda tinha-se rompido no engaste da laje em balanço, girando aproximadamente quinze graus mas não desmoronou, permanecendo presa ao restante da estrutura do prédio (fotos 1 e 2).
Como não percebi qualquer dispositivo capaz de sustentar a varanda nesta posição, concluí
que se tratava de um caso especial, merecedor de um estudo detalhado.
Foto 1
Vista da fachada do prédio com a varanda do
2 ' DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DA VARANDA
A estrutura do piso da varanda é formada por uma laje maciça retangular de concreto armado
com 12 cm de espessura, medindo 9,32 m de comprimento por 2,03 m de largura (figuras 1a e 1b).
Esta laje, designada L1A, constitui um balanço engastado elasticamente no bordo externo da laje
Foto 2
Detalhe da varanda inclinada com a soção do
engaste rompida o as esquadrias da sala quebradas
L1B da sala do apartamento, ambas estando apoiadas na viga V17 da fachada. A laje L1B ,
também em forma de um retângulo com dimensões da ordem de 12 m de comprimento por 6 m
de largura, é uma laje nervurada com 15 cm de espessura total. A camada do concreto de
capeamento tem 5 cm de espessura e a altura dos tijolos cerâmicos de enchimento ó de 10 cm.
As nervuras, com 10 cm de largura e espaçadas de 30 cm eixo a eixo, estão dispostas perpendicularmente à fachada e têm cerca de 6 m de comprimento.
Estando os fundos das duas lajes no mesmo nível, a diferença nas espessuras das lajes
resulta em um rebaixo de 3 cm no topo da laje em balanço , situado junto à viga V17.
As duas jardineiras construídas nas laterais da varanda não têm qualquer ligação estrutural
com a laje L1B e com a viga V17.
De acordo com os desenhos de forma do projeto estrutural, o concreto foi previsto com fck=
14 MPa e o aço especificado como sendo CA50B.
A
Parede
CM
r>
200
ír^-t.*-*
10
S
Dreno D=4
203
Sala
Varanda
A
A
o
A
L1 A
Nervuras
Tijolos
L1 B
Jardineira
Figura 1a
Forma da sala e da
varanda em planta
630
Cotas em cm
Mármore branco e=2cm
Massa de assentamento e=5cm
\
Forma da sala e da
varanda - corte A-A
Cotas e m cm
3
OBSERVAÇOES FEITAS NO LOCAL
Na ocasião da primeira vistoria no local do acidente, a estrutura da varanda já tinha sido
recolocada em sua posição inicial por meio do acionamento de macacos hidráulicos e todas as
varandas da fachada do prédio estavam escoradas desde o piso do térreo até o último pavimento.
Nas lajes L1A do quinto, sexto e sétimo andares tinham sido extraídos, com sonda rotativa de
10 cm de diâmetro, sete corpos de prova para avaliação da resistência a compressão do concreto, assim como três amostras do aço da armadura negativa da laje da varanda do sexto andar para
testes de tração, dobramento e verificação de bitola (foto 3). Estes ensaios indicaram 30 MPa como
valor estimado da resistência característica a compressão do concreto e indicaram que se tratava de
aço CA50A atendendo às normas da ABNT.
O exame visual da estrutura, aproveitando os locais demolidos ou perfurados nas
prospecções, possibilitou fazer as seguintes observações relativas à laje do piso da varanda
do sexto andar:
Extração de corpos de prova no concreto e
prospocção da armadura negativa dobrada com
dupla curvatura no degrau junto à sala, em varanda não acidentada
a) a seção do engaste estava rompida ao longo de todo o comprimento e os ferros negativos, dispostos na face superior da laje. estavam expostos na região da ruptura porque
foram expulsos do concreto;
b) o aspecto geral do concreto era bom. não havendo indícios de falhas de concretagem;
c) as espessuras do concreto da laje, da camada de assentamento, do mármore branco
nacional e do revestimento da face inferior constam da figura 1b;
d) as barras de aço da armadura negativa principal da laje, nervuradas com 9,5 mm de
diâmetro espaçadas a cada 15 cm. estavam sem qualquer indício de terem sofrido
escoamento, estricção ou rompimento e sem sinais de corrosão apreciável. Todas as
barras apresentavam um traçado em degrau na posição do rebaixo da laje (foto 4);
e) o escoamento das águas pluviais no piso da varanda é feito pelos bordos livres da laje,
diretamente para fora da varanda, sem a utilização de ralos e de tubulações de escoamento;
f) as duas jardineiras estavam vazias e com bom aspecto geral, exceto quanto aos danos
causados pelo rompimento na sua junção com a parede da fachada.
Após a recotocaçáo da varanda em sua posição
inicial os (erros negativos retomaram sua forma
primrtiva. com dupla curvatura na seção de engaste rompida
4 ] VERIFICAÇÃO DA ESTABILIDADE DA LAJE DA VARANDA
Cargas verticais permanentes
peso do concreto :
0 , 1 2 x 2 5 = 3,00
peso do revestimento inferior:
0,02 x 20 = 0,40
peso da massa de assentamento : 0,05 x 20 = 1,00
peso do piso de mármore :
0,02 x 28 = 0,56
g = 4.96 kN/m2
Momento fletor na seção do engaste : Mg = - 4,96 x 2,03 2 / 2 = - 10,22 kNm/m
sobrecargas (de acordo com a NBR 6120 antiga NB5)
2.0 kN/m
>.8 kN/m
§
Sobrecargas na lajo
da varanda
Cotas e m cm
1
um
1.5 kN/m J
203
•
•
I
Momento fletor na seção do engaste : Mq = - 7,87 kNm/m
Dimensionamento a flexão simples para Md = 1,4 ( Mg + Mq) = - 25,33 kNm/m
concreto fck = 14 MPa a ç o C A 5 0
d = 10,5 cm (cobrimento c = 10 m m )
área de aço calculada : As = 6,60 cm*/m
para Mg atuando isoladamente : As = 3,40 crr^/m (menor do que As exist = 4,72 cmVm)
5 CONCLUSÕES
Em face dos dados acima expostos é evidente que o acidente foi provocado pela brusca retificação dos
ferros negativos instalados com dupla curvatura em forma de degrau, devido ao rompimento da
camada superficial de concreto pela ação do "empuxo no vazio" conforme explicado na figura 3.
D=9,5mm c.15
v,
Laje da sala
Ferro da laje disposto por
cima do ferro da viga, sem
qualquer ligação entre as
duas armaduras
Cobrimento quase nulo
Empuxo no vazio (tendência
retificação do ferro)
Laje e m bàlanço
da varanda
Cotas e m c m
Detalhe do ferro negativo no rebaixo situação antes do
acidente
Estes ferros esticados passaram a funcionar como tirantes submetidos a uma tensão de
tração da ordem de 21,7 kN/cm 2 (figuras 4 e 5) conforme o esquema de equilíbrio seguinte:
Detalhe do ferro negativo no rebaixo situação apÓ3 o acidente
D = 9.5 m m c . 1 5 ( C A - 5 0 )
Esquema do equilíbrio após o acidente
Mg = -10,22 kNm/m
Cg = Tg = Mg/z = 102,2 kN/m
Tensão no aço : Tg/As = 21,7 kN/cm J (muito menor do que fyk = 50,0 kN/cm 2 )
Compressão no concreto : Cg/Ac = 5,1 MPa (muito menor do que fck = 14,0 MPa)
O ângulo de rotação de 17° corresponde à diferença de comprimento entre a hipotenusa e a
soma dos dois catetos do triângulo retângulo mostrado na figura 6.
No desenho de armação das lajes os ferros negativos estão desenhados com a forma de um
Cotas e m c m
U achatado com duas pernas verticais de 11 cm de altura. Este detalhe inadequado propiciou o
defeito de execução causador do acidente: sua forma foi modificada na fase de construção com
a adoção de uma dupla curvatura para transpor o degrau de 3 cm de altura.
Para agravar a situação, todos os ferros negativos da laje foram colocados sobrepostos à
armação longitudinal superior da viga V17, não havendo portanto nenhum ferro desta viga em
condição de colaborar na resistência ao "empuxo no vazio".
A suspeita de que as demais varandas estivessem com o mesmo problema da varanda do
sexto andar foi confirmada por meio de prospecções feitas no concreto dos outros andares, o
que exigiu obras de reforço estrutural em todas as varandas da fachada do prédio.
Explicar porque a retificação do ferro não ocorreu logo de início, ainda na fase de construção,
constitui um desafio interessante. Dois fatores atuam para resistir ao "empuxo no vazio": a
grande espessura e a natureza do piso da varanda e a compressão transversal dos ferros negativos da laje em balanço devido à ação do momento f letor positivo elevado que solicita a viga V17.
Outro aspecto curioso do acidente : os ferros negativos não se partiram com os efeitos dinâmicos devidos à brusca retificação ocorrida no momento da rutura da laje. É provável que o fato
do aço pertencer à classe A, e não à classe B conforme especificado no projeto estrutural, tenha
exercido uma influência positiva neste comportamento tão elástico.
REFORÇO ESTRUTURAL DE VARANDAS
DE PRÉDIO RESIDENCIAL
ALBINO JOAQUIM PIMENTA DA CUNHA
MSc, Engf Civil. Professor Assistente da Faculdade de F-ngenharia da Universidade do Fstado do Rio de Janeiro
1 l INTRODUÇÃO
O prédio, situado no bairro do Recreio dos Bandeirantes - Rio de Janeiro, é composto de
portaria e garagem no pavimento térreo, dois pavimentos-tipo com 4 apartamentos cada e um
pavimento de cobertura com 2 apartamentos. Assim como a grande maioria das edificações
multifamiliares do bairro, o prédio possui espaçosas varandas na fachada (foto 1), para as quais
foi projetada estrutura em balanço com 5.0m de vão livre.
al da fachada com as varandas escoradas
2 DESCRIÇÃO DA ANOMALIA CONSTATADA
Ainda em construção, durante a fase de acabamentos, observou-se que as flechas nas extremidades dos balanços estavam progredindo e já chegavam a cerca de 20 cm, magnitude perfeitamente perceptível a olho nu quando se observava as vigas por baixo ou da frente do prédio
(foto 2). Neste momento, com as varandas já devidamente escoradas, os condôminos decidiram
paralisar a obra e contratar serviço de consultoria especializada.
A revisão do projeto estrutural apontou erros grosseiros na estrutura projetada, na edificação
como um todo, e especialmente nas vigas em balanço que suportavam as varandas, tornando
necessário projeto de reforço da estrutura.
De posse da revisão do cálculo estrutural e do projeto de reforço, os condôminos lograram
êxito na justiça, sendo o projetista da estrutura inicial condenado a indenizá-los. Terminada a
etapa judicial, passou-se imediatamente à execução do projeto de reforço.
Foto 2
Vista das vigas em balanço da varanda (escoradas>
3
PROJETO DE REFORÇO - SOLUÇÃO ADOTADA NAS VARANDAS
Construídas de acordo com o projeto estrutural original, as varandas eram suportadas por
cinco vigas em balanço, com 5,0m de vão livre, e outras duas vigas, nas divisas laterais do
prédio, com vãos menores (figura 1). Estas vigas em balanço, com seção transversal de 20cm x
45cm, eram nitidamente insuficientes para o nível de esforços atuante (ver fotos 1 e 2).
^Varandas - projeto
r* estrutural original
Face às limitações de ordem arquitetônica, o projeto de reforço (figura 2) previu o aumento da
seção transversal das cinco vigas em balanço pelo aumento da sua largura. Além disto, a viga
tranversal que cruzava todas as vigas em balanço, que não possuia função estrutural (ver foto
2), foi reforçada com o objetivo de receber a reação das vigas principais de suporte das varandas, que tiveram assim o vão livre - trecho em balanço - reduzido para cerca de 3,5m (foto 3).
Esta viga transversal passou a transmitir as cargas recebidas a três novos elementos estruturais
incorporados à estrutura - três mãos francesas ligando esta viga transversal aos pilares existentes da linha de fachada (ver foto 3). Estas mãos francesas não implicaram em qualquer disfunção,
sob o ponto de vista arquitetônico, pois ficaram embutidas nas paredes divisórias de alvenaria já
existentes no projeto de arquitetura original.
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—
i
I
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Varandas - projeto estrutural do reforço
Corte A-A
4
EXECUÇÃO DO REFORÇO - ERROS DE EXECUÇÃO CONSTATADOS
Quando do início das obras de reforço foi possível constatar que. além das deficiências do
cálculo estrutural já detectadas e anteriormente citadas, inúmeros erros graves de execução
haviam também ocorrido, descritos em seqüência.
Para disfarçar as flechas já existentes nas varandas, evitando que os condôminos as
percebecem, o próprio construtor aplicou uma camada adicional de concreto magro, sobre a laje
estrutural, com espessuras de até 15 cm, nivelando assim o piso. Na execução do piso das
varandas, para dar o caimento necessário para escoamento de águas - já que os paios estavam
junto às salas - foi feito um enchimento adicional de massa de saibro com espessuras de até 10 cm,
totalizando assim um acréscimo de espessura de cerca de 25 cm nas extremidades das varandas
(figura 3 e fotos 4 a 6). Estes enchimentos provocaram um carregamento permanente, não
computado no cálculo estrutural original, de intensidade superior à carga de utilização normalmente adotada neste tipo de estrutura. Como este erro de execução não era perceptível com a
cerâmica de piso já colocada, não foi o construtor questionado na fase judicial.
Fig. 3
Doialhe esquemático
do enchimento sobro
a varanda
d e á g u a s pluviais
Espessura excessiva de revestimento (sob as
•
FotoS
Detalho das duas camadas de revestimento
acima da laje
Com este excesso de carga permanente imposto à estrutura da varanda, mesmo o projeto de
reforço idealizado não seria suficiente para resistir à totalidade das cargas, quando da utilização
da edificação. Foi necessário, portanto, proceder à total retirada da camada de revestimento
superior das varandas da fachada, em todos os pavimentos. Só depois de retirado este excesso
de carga, as varandas foram macaqueadas até sua posição inicial - horizontal - e o reforço
executado.
Além disto, como as vigas em balanço que suportavam as varandas no projeto estrutural
original possuíam largura reduzida, a grande concentração de armadura negativa nestas
vigas causou ninhos do concretagem sob as barras longitudinais com até 10cm de espessura, em praticamente toda a extensão destas vigas (foto 7). Tais falhas comprometeram seriamente o funcionamento destas vigas, pois as armaduras negativas funcionavam quase que
independentes da estrutura de concreto. O construtor tomava o cuidado de aplicar nestes
locais pequena camada de argamassa de cimento e areia, superficialmente, com o único
objetivo de esconder dos condôminos as falhas de execução, que só se tornaram visíveis
quando do apicoamento efetuado nas vigas, preparando-as para a execução do reforço estrutural. Somente como curiosidade, observar na foto 7 o posicionamento dos estribos. bastante irregular.
Ninhos de concretagem sob a armação negativa
CONCLUSÕES - LIÇÕES A APRENDER
Como se pode constatar, o erro de cálculo pode ser comprovado com certa facilidade, bastando para isso uma verificação do projeto estrutural, que fica perfeitamente documentado, através
dos desenhos de execução (formas e armação) e da memória de cálculo. Já os erros de execução são, em muitos casos, de difícil constatação, embora no exemplo aqui citado também tenham contribuído substancialmente para o insucesso do empreendimento.
No caso específico deste prédio, o revestimento do piso das varandas - com o enchimento de
argamassa de saibro que lhe servia de base - havia sido executado por subempreiteiro de mão-deobra (pedreiro) contratado diretamente pelos condôminos do prédio, que na época já haviam rescindido contrato com o construtor original. Possivelmente algum profissional havia se responsabilizado
tecnicamente pela obra neste período, mas não fazia o acompanhamento sistemático da execução, ou os condôminos enfrentavam o risco de serem descobertos pelos órgãos de fiscalização
e estes não chegaram a constatar a falta do responsável técnico naquele período crítico da obra.
Os graves problemas que ocorreram na fase construtiva - só detectados quando da execução
do reforço da estrutura - dos quais os condôminos tomaram o devido conhecimento, deveriam
levá-los a um maior cuidado na continuidade da execução do prédio. No entanto, após a conclusão do reforço da estrutura, os condôminos dispensaram a empresa de engenharia que o executou e novamente contrataram o mesmo subempreiteiro - que havia executado o piso das varandas - para concluir as obras de acabamento do prédio.
ACIDENTES EM MARQUISES DE EDIFÍCIOS
FÁBIO DORIGO
MSc, Eng ô Civil, M e m b r o cia Comissão dc Vistoria da Secretaria Municipal dc Urbanismo da
Prefeitura da Cidade do Rio dc Janeiro
I j INTRODUÇÃO
No início de 1992, um segundo desabamento de marquise com vítima fatal, ocorrido no bairro
de Copacabana menos de dois anos após o primeiro, chamou a atenção da mídia e dos profissionais ligados à área de estruturas para a instabilidade deste elemento arquitetônico, que tem
como finalidade principal a proteção dos pedestres contra as intempéries.
Em conseqüência dos acidentes, o Secretário Municipal de Urbanismo e Meio Ambiente recomendou que se procedesse a uma vistoria prévia em todas as marquises situadas na Av. Nossa
Senhora de Copacabana, principal via de tráfego daquele bairro e que dispõe de grande concentração de marquises. Esta atribuição coube à Comissão de Vistoria, órgão vinculado à Superintendência de Parcelamento e Edificações, ao qual compete a verificação e análise da segurança
estrutural das edificações que possam por em risco a segurança das pessoas.
Pouco depois, a Superintendência de Parcelamento e Edificações (SPE) criou, através da
Portaria U/SPE-059 de 14 de abril de 1992, Grupo de Trabalho com o intuito de realizar vistorias
de emergência nas marquises e fachadas de todo o município do Rio de Janeiro.
É a partir da experiência adquirida nestes dois trabalhos específicos e da análise dos numerosos pareceres técnicos, exigidos pela Comissão de Vistoria para as marquises vistoriadas,
que foi obtida a maioria dos dados aqui apresentados.
Não são aqui analisados os desabamentos ocorridos em marquises das estruturas de grandes estádios, como o ocorrido no Estádio de Remo da Lagoa no final da década de 50, onde se
destacam os cuidados necessários no detalhamento dos cantos de quadro.
De forma a acrescentar ainda algumas informações relativas à utilização das marquises, foi
elaborada também uma breve análise da regulamentação edilícia ao longo de quase setenta
anos, abordando principalmente a obrigatoriedade da utilização das marquises e as limitações
impostas na sua construção.
2JANÁLISE DA REGULAMENTAÇÃO EDILÍCIA
Ao longo dos anos, as regulamentações edilícias vêm abordando a obrigatoriedade e as limitações impostas pela Administração Pública ao uso de marquises. O que se segue demonstra
que houve uma diminuição nesse controle:
Na Seção II do Capítulo XI - Estética dos Edifícios - do Decreto 6000/37, eram apresentadas
as condições necessárias para a implantação de marquises em edificações. OArt. 192 recomendava
que o balanço da marquise deveria ter um limite máximo de 3,0m, que a mesma deveria ser constituída de material incombustível e resistente à ação do tempo e ter na face superior caimento em
direção à fachada do edifício, para através de condutor encaminhar as águas pluviais para a sarjeta.
Também neste artigo se exigia que a construção não ultrapassasse a linha de divisa das fachadas,
de modo a se evitar que uma mesma marquise, sem juntas, fizesse parte de mais de uma edificação.
O Ari. 194, que contribuiu para dar um grande incremento na construção das marquises,
tomava obrigatória a sua construção nos prédios comerciais a serem construídos nos logradouros
de zona comercial, bem como nos edifícios comerciais já existentes nessa zona, quando tivessem de ser executadas nesses edifícios obras que importassem na modificação da fachada.
E, com relação à licença para colocação da marquise, o Art. 200 previa a necessidade de
apresentação de desenho da seção transversal da mesma, determinando o seu perfil e a constituição da estrutura. Havia a previsão ainda de permissão à Administração de exigir, sempre
que julgasse necessário, o cálculo de resistência da obra a ser executada.
No Decreto 3800/70, os assuntos relativos a marquises estavam apresentados no Artigo 39
da Seção 4 e no Artigo 104 da Seção 13.
O Art. 39 estipulava que as edificações destinadas a comércio, negócios e atividades profissionais, deviam ter, obrigatoriamente, marquise ou galeria coberta em toda a extensão da testada.
Já no Art. 104 eram apresentadas condições relativas à altura, afastamento do extremo do
balanço em relação ao meio-fio e escoamento de águas pluviais exclusivamente para dentro dos
limites do lote.
Este Código já demonstra uma diminuição da interferência da municipalidade na execução
das marquises, apesar de mantidos a sua obrigatoriedade e alguns limites de dimensões.
O Decreto 8272/88, em vigor desde 19/12/88 e ratificado pelo atual Decreto 10426/91, trouxe
uma inovação em relação aos prédios comerciais. Ao invés de obrigar, a Prefeitura permitiu o
uso livre de toldos ou marquises para proteção do acesso de lojas ou salas, conforme pode-se
observar no item 2.1.5. Permaneceram entretanto exigências relativas a balanço máximo e altura livre mínima.
Esta diminuição nas imposições do Poder Público ao longo dos anos reflete o senso comum
que pressupõe que o profissional contratado deva assumir as suas responsabilidades eximindo
o Código de Obras de excesso de detalhes.
3 ABORDAGEM ESTRUTURAL
As marquises, do ponto de vista estrutural, são elementos constitutivos das edificações caracterizados como balanços, vinculados ao plano da fachada e que se projetam sobre o logradouro
público.
Tendo em vista que os acidentes descritos no item seguinte ocorreram em marquises de
concreto armado, certas características deste material devem ser apresentadas para melhor
compreensão do problema. Em seu Curso de Concreto [1], Süssekind apresenta a questão da
dupla proteção que o concreto exerce sobre as barras de aço, resguardando-as da corrosão:
• proteção física, através da camada de cobrimento;
• proteção química, já que em ambiente alcalino, causado pela presença da cal que se forma
durante a pega do concreto, surge uma camada quimicamente inibidora.
A este respeito deve-se atentar para o caráter altamente nocivo da presença do cloro, capaz
de anular a proteção química da cal.
Portanto, de modo a garantir tais proteções, deve ser dada grande atenção à fixação do valor
do cobrimento e à execução de concreto compacto, adequadamente dosado e vibrado, de forma
a torná-lo impermeável.
Conforme ressalta Nelson Lima [2], "se o concreto for permeável e poroso além do permitido
e se a espessura do cobrimento for insuficiente, a durabilidade (vida útil) será afetada: a estrutura não resistirá à agressividade do meio ambiente, deteriorando-se prematuramente devido à
corrosão das armaduras".
Cabe ressaltar agora a existência de certas peculiaridades nas marquises que tomam sua
manutenção ainda mais importante, não bastasse o fato de se projetarem sobre o logradouro
público.
A primeira delas diz respeito ao posicionamento das armaduras. Por se tratar de estrutura
em balanço, e portanto sujeita a momentos negativos, é dotada de armadura principal na
face superior, o que a torna mais facilmente sujeita à ação do contato com as águas pluviais.
Ainda existe a dificuldade em manter a armadura na sua posição de projeto em decorrência da possibilidade de afundamento por pisoteamento durante a concretagem. Tal
fato, que não traria maiores conseqüências em peças de grande altura, tem efeitos
relevantes na marquise, quando esta é estruturada apenas com laje, cuja altura normalmente é bastante reduzida.
A segunda peculiaridade diz respeito à manutenção inadequada da impermeabilização. Os
proprietários de imóveis conscientes da necessidade de uma eficiente impermeabilização contratam profissionais ou empresas especializadas para resolverem os problemas de infiltração.
Algumas obras, entretanto, são realizadas por profissionais não habilitados ou desprovidos de
conhecimentos estruturais. É muito comum o lançamento de sucessivas camadas de argamassa para dar caimento adequado às águas pluviais, sem contudo retirar as camadas anteriores.
Tal procedimento acarreta um aumento não previsto das cargas verticais atuando sobre a marquise
e acaba constituindo, senão a própria causa isolada da mina da estrutura, outro fator prejudicial
à durabilidade da marquise. pois a elevação dos esforços atuantes aumenta a tensão de tração
nas armaduras e a abertura das fissuras no concreto, agravando o processo de corrosão.
Cabe lembrar ainda que, como as marquises se situam externamente ao corpo do prédio, ao ar
livre, e, no caso do Município do Rio de Janeiro, concentradas em bairros próximos à orla marítima e
em logradouros de grande circulação viária, as mesmas estão expostas à ação agressiva dos gases
poluentes e da maresia, com grande quantidade de partículas de ckxeto de sódio (sal marinho).
Finalmente, deve-se ressaltar o problema da rutura da marquise ocorrer bruscamente, sem
aviso, por se tratar de estrutura isostática e com um único vínculo.
•
RELATO DE ALGUNS ACIDENTES
Serão descritos aqui três acidentes ocorridos em Copacabana, sendo os dois primeiros aqueles mencionados na introdução deste trabalho nos quais houve vítimas fatais, e o último, no qual
um operário se feriu quando uma marquise estava sendo demolida.
a) Marquise situada no imóvel 391 da Rua Barata Ribeiro, esquina com
a Rua Siqueira Campos (Ed. Mercúrio).
A marquise era estruturada com laje e vigas de concreto armado apoiadas em tirantes também de concreto armado, com cerca de 35m de comprimento e situada ao nível do teto da
sobreloja. Por volta das 17h30 min do dia 08 de novembro de 1990, um trecho da marquise de
aproximadamente 20m de comprimento, voltado para a Rua Barata Ribeiro, desabou vitimando um
pedestre.
O motivo principal do acidente, de acordo com o Laudo de Vistoria 176/90 [3], foi a corrosão
acentuada da base da armação dos tirantes, reduzindo significativamente a seção transversal
das barras, em decorrência do cobrimento insuficiente da mesma. (Fotos 1 e 2).
b) Marquise situada no imóvel 25 da Rua Sá Ferreira, esquina com a Av.
Nossa Senhora de Copacabana (Ed. Terminus).
A marquise foi construída ao nível do teto do primeiro pavimento, numa edificação de uso
misto, projetando-se sobre logradouro público com 3m de balanço e 30m de comprimento ao
longo da Rua Sá Ferreira e 17m ao longo da Av. Nossa Senhora de Copacabana. O acidente
ocorreu, por volta das 17h do dia 18 de fevereiro de 1992, provocando a morte de um camelô e
ferindo outros dois. Houve a ruína de quase todo o trecho voltado para a Rua Sá Ferreira.
A marquise era estruturada com vigas invertidas distantes 4,25m entre eixos e laje com espessura
original de 8cm. Segundo consta no Laudo de Vistoria 042/92 [4] elaborado pela Comissão de Vistoria, as causas principais da ruína parcial da estrutura foram: quantidade excessiva de revestimento
na face superior (variável de 20 a 30cm) gerando acréscimo de carga permanente altíssimo, e a
corrosão da armadura negativa de algumas vigas. Algumas barras apresentavam sinais de estricção,
conseqüência do escoamento da armadura por ação dos elevados esforços de tração. (Foto 3).
Vista gorai da marquise mostrando a parte desabada e a remanescente. (Ed. Mercúrio)
Foto 2
Detalho para os tirantes em concreto armado no
plano da fachada o para os escombros. (Ed.
Mercúrio)
Foto 3
Vista superior da marquise instantes após o desabamento. Detalhe para o esquema com vigas
invertidas. (Ed. Terminus)
c) Marquise situada no imóvel 637 da Av. Nossa Senhora de
Copacabana (Ed. Tavares).
Na manhã de 15 de janeiro de 1995, o desabamento de uma marquise em Copacabana voltou
a ser noticiado. Esta marquise, já vistoriada anteriormente, desabou em virtude de um problema
que já havia ocorrido na retirada de outras marquises: falta de cuidado na demolição.
Tratava-se de marquise estruturada com laje engastada no plano da fachada com balanço
aproximado de 2m. Segundo o Laudo de Vistoria 530/92 (5J, foram observadas as seguintes
ocorrências: trincas no revestimento, sistema de coleta de águas pluviais ineficiente e existência
de letreiro apoiado na marquise. O condomínio do edifício em questão, após a análise de propostas para recuperação estrutural, optou pela demolição da marquise. assim como vários outros condomínios e proprietários o fizeram.
Deve-se ressaltar, entretanto, que a demolição deveria ter sido precedida do escoramento.
Nos casos em que o escoramento ó dispensável, é necessário que a demolição acompanhe a
evolução dos esforços, devendo ser executada da ponta do balanço para o engaste. O não
atendimento dessas recomendações pode provocar o colapso da marquise.
Outro cuidado fundamental está relacionado com a necessidade de implantação de proteção aos
transeuntes, através de instalação de bandeja ou tela. A falta destes dispositivos acabou por ferir um
pedestre numa demolição executada no imóvel situado à Rua Barata Ribeiro, 13. (fotos 4, 5 e 6).
Vista parcial do edifício instantes após o desabamento {Ed. Tavares)
Detalhe de toda a marquise mostrando a finha de
rutura ao longo da mesma. (Ed. Tavares)
Foto 6
Detalhes para os serviços de remoção do revestimento e para a ausência de escoramento. (Ed.
Tavares)
CONCLUSOES
A partir do resultado das vistorias realizadas nas 250 marquises da Av. Nossa Senhora de
Copacabana, foi realizado estudo estatístico de modo a avaliar três quesitos: tipos das ocorrènoas detectadas nas vistorias, procedimentos de emergência adotados e qualidade e teor dos pareceres técnicos.
As ocorrências mais freqüentes dizem respeito ao aparecimento de manchas de infiltração, à
ineficiência ou ausência de sistema de coleta de águas pluviais e à impermeabilização deteriorada. Com relação aos problemas ligados à estrutura, a constatação de trincas aparece com 30%,
seguida da corrosão nas armaduras com 10%. A seguir é apresentado gráfico de acordo com as
ocorrências abaixo identificadas:
A
B
C
D
E
F
- desplacamento do revestimento
- existência de trincas
- corrosão das ferragens
- manchas de infiltração
- impermeabilização deteriorada
- coleta ineficiente das águas pluviais
G - deformação excessiva
H - existência de letreiros
I - manutenção deficiente
J - revestimento excessivo
K - outros
140
120
?o
o
O
o
"O
2
o
E
100
80
60
40
20
I
D
E
F
G
|
K
Tipo d o Ocorrência
Total de Marquises = 250
Os procedimentos de emergência são de dois tipos: aqueles adotados por ocasião da vistoria,
ou seja, através do simples exame visual, e aqueles adotados após a análise detalhada por
o c a s i ã o d a elaboração do parecer técnico. No primeiro c a s o f o r a m r e c o m e n d a d o s 10
escoramentos e 2 demolições, enquanto no segundo caso foram recomendadas 27 demolições.
Dos pareceres técnicos contratados pelos proprietários dos imóveis e já analisados pela Comissão de Vistoria, em 58% não havia dados suficientes para verificar a estabilidade da marquise,
o que ratifica o que foi anteriormente exposto em relação à falta de conhecimentos estruturais.
Em relação aos problemas estruturais observados, a ocorrência mais freqüente foi o excesso de
revestimento superior, observado em 17 marquises.
Em todos os acidentes descritos, a análise estrutural efetuada não indicou ter havido falha no
dimensionamento das marquises, o que provavelmente se faria notar no início da vida útil da edificação.
O que se observa é a importância de uma manutenção realizada por profissional habilitado e de um
detalhamento associado a uma boa execução, que previna ou retarde o processo de corrosão da
estrutura. Vale ressaltar que o grande desenvolvimento imobiliário do bairro de Copacabana se deu
nas décadas de 40 e 50, estando portanto suas estruturas, principalmente aquelas expostas ao ar
livre, no final de sua vida útil. É objetivo deste trabalho mostrar que pequenos detalhes, comuns ao
dia-a-dia da manutenção predial, podem causar acidentes muitas vezes fatais.
6 j AGRADECIMENTOS
À jornalista Lenir da Silva Barbosa pelas fotografias relativas ao acidente ocorrido no Ed. Tavares.
Ao Eng* Nelson Araújo Lima pelas fotografias relativas ao acidente ocorrido no Ed. Mercúrio.
Ao fotógrafo Fernando Rabelo pela fotografia relativa ao acidente ocorrido no Ed. Terminus.
BIBLIOGRAFIA
1. Süssekiod JC. (1987). Curso de Concreto Vol. 1. Editora Globo, Rio de Janeiro.
2. Lima NA. Por quô as marquises estào desabando. Jornal SEAERJ, Março de 1992. pags. 4 e 5.
3. Astrachan S. Bock El. Mendonça EB • Comissão de Vistoria (12/11/1990). Laudo de Vistoria 176/90. Rio do Janeiro. 2 pág.
4. Rizzo BE. Astrachan S. Dorigo F - Comissão de Vistoria (09/03/1992), Laudo de Vistoria 042/92, Rio de Janeiro, 4 pág.
5. Dorigo F. Rizzo BE. Júnior JBV - Comissão de Vistoria (22/10/1992). Laudo de Vistoria 530/92, Rio de Janeiro. 5 pág.
6. Queda de marquise mata um e fere dois em Copacabana. O Globo. 19 de fevereiro de 1992.
7. Alves JH. Crea denuncia insegurança na demofiçáo das marquises. O Globo. 22 de novembro de 1992, Grande Rio, pág. 30.
8. Santos Y. Marquises são ameaça à vida, É Rio ZONA SUL. Fevereiro de 1995, págs. 3 e 11.
CORROSÃO
CORROSÃO CAUSA ACIDENTE NO VIADUTO
NEGRÃO DE LIMA
NELSON ARAÚJO UMA
Presidente da Comjssio de Vtstona que examinou o acidente
[ 7 1 INTRODUÇÃO
O acidente com a estrutura do Viaduto Negrão de Lima, construído em 1957 no subúrbio de
Madureira na cidade do Rio de Janeiro, ocorreu na manhã do dia 3 de dezembro de 1986.
A laje superior do tabuleiro de uma rampa de descida do viaduto cedeu parcialmente, provocando sua imediata interdição ao tráfego viário, com os conseqüentes transtornos à circulação
de veículos e pedestres no local (foto 1).
Os desenhos do projeto estrutural e a Memória de Cálculo, elementos técnicos necessários à
análise do acidente, foram obtidos no arquivo da Divisão de Estruturas da atual Fundação Departamento de Estradas de Rodagem do Estado do Rio de Janeiro.
O engenheiro Renato Velhote Friedheim, presidente da Comissão de Fiscalização da construção do viaduto, cedeu à Comissão de Vistoria um exemplar do Relatório "o Viaduto de Madureira
• sua execução, seu controle" por ele elaborado na época da obra. Este relatório, que constitui
um valioso registro de informações técnicas sobre o projeto e a execução do viaduto, foi muito
útil no estudo do problema e está anexado ao laudo da Comissão de Vistoria [1].
DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DA OBRA
A estrutura da obra é formada por um Viaduto Principal com 20 m de largura nos trechos
correntes e 490 m de comprimento, sem contar o comprimento do viaduto já existente sobre o
ramal ferroviário da EFCB , atual Flumitrens, que foi aproveitado.
As estruturas de quatro Rampas de Acesso, designadas por A, B, C e D, partem da estrutura
do Viaduto Principal e se prolongam até o nível do chão em trechos de aterro arrimados por
muros de concreto ciclópico.
O tabuleiro do Viaduto Principal, com uma área total de 13 200 m 2 , é formado por 226 vigas
pré-moldadas distribuídas em 20 vãos de comprimento médio de 25 m. Os quatro tabuleiros das
Rampas de Acesso têm 10,6 m de largura corrente e um total de 59 vigas (figura 1).
Cotas em cm
1060
As vigas pré-moldadas têm 1,50 m de altura, excetuadas algumas com altura variável, e
foram projetadas em concreto protendido com fck = 22,5 MPa. Há três tipos básicos de viga: as
vigas tipo I têm seu vão prolongado por dois balanços dotados de dentes Gerber, as vigas tipo
II estão simplesmente apoiadas sobres os dentes Gerber das vigas tipo I (figura 2) e as vigas
tipo III estão assentadas diretamente sobre as travessas de apoio. Os aparelhos de apoio são
em neoprene fretado ou em rótulas de concreto armado (articulação Freyssinet).
22
Foto 1
Vista do Viaduto Principal o da Rampa de Acosso
A. interditada ao tráfego logo após o acidente. O
tabuleiro apresenta marcas de infiltração intensa
de águas pluviais, inclusive com arbustos crescendo nas juntas de dilatação e de concretagem
Viga Tipo II
Dente Gerber
Tipo I
Esquema do processo construtivo dos
tabuleiros
As travessas de apoio formam com os pilares pórticos de concreto armado. Os pilares têm
seção transversal circular com diâmetro de 90 cm e estão assentes no terreno por meio de
fundações superficiais em forma de sapatas octogonais.
A concepção estrutural adotada no projeto do tabuleiro foi baseada em um método de cálculo
considerado inovador na época [2]: vigas pré-moldadas em concreto protendido interligadas por
transversinas protendidas e por trechos de laje concretados no local entre as mesas superiores
das vigas, também protendidos por cabos transversais. Como não há armação de aço doce,
também chamada de armadura frouxa, ligando os trechos pré-moldados aos trechos moldados
no local, a estabilidade da laje superior é confiada unicamente à protensão transversal e ao
concreto.
Para melhorar o aspecto estético do viaduto, lajes de forro em concreto armado com 7 cm de
espessura e sem função estrutural, foram acrescentadas no nível do fundo da mesa inferior das
vigas e as superfícies aparentes da estrutura foram revestidas com argamassa de emboço com
espessura da ordem de 2,5 cm.
•
PROCESSO CONSTRUTIVO DOS TABULEIROS
Os tabuleiros com as vigas tipo I e tipo III foram construídos de um modo interessante:
FASE 1 : montagem do escoramento até a cota de fundo projetada e concretagem da laje de
forro, deixando ferros de espera para posterior ligação com a mesa inferior das vigas
FASE 2 : concretagem das vigas pré-moldadas deixando furos transversais na mesa superior para posterior passagem dos cabos de protensão da laje, aplicação da protensão longitudinal
das vigas e retirada do escoramento
FASE 3 - montagem do escoramento dos trechos da laje superior entre vigas e das
transversinas tomando apoio sobre a estrutura da laje de forro, concretagem e aplicação da
protensão transversal das lajes e das transversinas
O escoramento dos trechos de laje superior concretados na FASE 3 foi retirado através de
aberturas deixadas na laje superior e posteriormente concretadas.
As vigas tipo II foram executadas sobre um escoramento com 1,5 m de altura desmontável de
modo controlado, assente sobre um escoramento igual ao das vigas tipo I, e depois arriadas
para sua posição definitiva. As lajes de forro, engastadas em vigotas transversais apoiadas
sobre as mesas inferiores das vigas, sem qualquer armação de ligação, foram concretadas
sobre o primeiro trecho do escoramento. Os trechos moldados no local da laje superior foram
construídos de modo análogo ao das vigas tipo I.
Os cabos de protensão foram confeccionados dispondo-se 12 fios de 5 mm de diâmetro aço
CP 125-140 em torno de uma mola de aço em espiral e envolvendo-se o conjunto por três
camadas superpostas de papel Kraft pintadas externamente por um produto betuminoso, sendo
o diâmetro externo do cabo da ordem de 35 mm (figura 3).
Camadas sucessivas
de papel kraft betuminado
Nata de cimento
injetada
Mola de aço
e m espiral
12 fios D = 5
justapostos sem
folga
Fig. 3
D = 35 m m
Na montagem do tabuleiro, os cabos transversais da laje atravessam a mesa superior das
vigas pró-moldadas através de orifícios cilíndricos, não revestidos, com diâmetro da ordem de
50 mm abertos por ocasião da concretagem das vigas.
Na Rampa de Acesso A a protensão foi aplicada por meio de ancoragens ativas instaladas no
bordo mais afastado do Viaduto Principal, havendo do outro lado ancoragens passivas em laço.
OBSERVAÇÕES FEITAS NO LOCAL
Um trecho da laje superior concretado no local, situado entre as vigas V2 e V3 e próximo do
topo da Rampa de Acesso A, estava recalcado ao longo de aproximadamente 10 m, conforme
mostra a figura 4.
Corte transversa) do
cabo de pretensão
Trecho da laje superior moldado no local que arriou cerca de 10 cm ao longo de 10 cm da Rampa
de Acesso A, sustentado apenas por alguns cabos transversais funcionando como tirantes
A primeira inspeção visual permitiu fazer as seguintes observações preliminares:
a) pedaços de concreto do local do acidente, retirados da estrutura com facilidade por meio de
suaves golpes de picareta, apresentavam sinais de desagregação;
b) os cabos transversais de protensão, espaçados de cerca de 1 m eixo a eixo e desprovidos
de bainha metálica, estavam frouxos e com vários fios partidos suportando o peso do trecho de laje arriado como se fossem tirantes (foto 2);
c) não havia nenhuma armação de aço doce ligando a mesa superior das vigas pré-moldadas
com os trechos de laje concretados no local;
d) a pavimentação era constituída por uma camada inferior de regularização do greide, feita
em argamassa de cimento e areia, coberta por uma camada de concreto asfáltico, cada
uma delas com cerca de 3,5 cm de espessura (foto 3). O pavimento ao longo da rampa
apresentava uma superfície muito irregular, cheia de lombadas (foto 4);
e) a laje de forro situada sob o local acidentado continha marcas de infiltração prolongada de
águas pluviais;
Nas inspeções posteriores foram tomadas providências que possibilitaram novas observações:
A pavimentação da Rampa de Acesso A está
cheia de ondulações provocadas pelo tráfego
de veículos pesados
Inspeção de uma das ancoragens passivas em
laço da Rampa do Acesso A. todas instaladas no
bordo do tabuleiro situado do lado mais próximo
do Viaduto Principal
a) a retirada da pavimentação do trecho de laje danificado e a execução de aberturas de
acesso na laje de forro permitiram um exame mais detalhado do tabuleiro. Os cabos de
protensão transversal, vistos por baixo, mostravam avançado estado de corrosão na travessia da junta de concretagem. Os cabos não estavam protegidos por bainha metálica
nem foram detectados traços de injeção de nata de cimento nas faces externas dos fios.
Vários cabos estavam rompidos na travessia da junta de concretagem;
b) a descoberta das ancoragens ativas e passivas da laje superior mostraram que os cones de
ancoragem ativa não apresentavam sinais de deterioração nem de movimentação dos fios
e que as ancoragens passivas em laço estavam em bom estado de conservação e corretamente executadas (foto 5);
c) a demolição de uma faixa transversal nos trechos de concreto moldado no local da laje
superior para a retirada completa do cabo transversal de protensão mais arriado permitiu a
avaliação mais precisa do seu estado de conservação;
d) a laje de forro estava funcionando como tanque de acumulação das águas pluviais infiltradas
através das juntas de concretagem (foto 6). Lentamente, a água acumulada escapava
através da junta entre a laje de forro e a mesa inferior da viga pré-moldada;
A execução de aberturas na laje de forro para
permitir o acesso ao interior do caixão fechado
liberou o escoamento de grande quantidade de
água de infiltração acumulada
hormaçao de 'estalactites' no fundo da laje superior na posição das juntas de concretagem, com
gotas dágua pingando sobre a laje de forro e com
manchas marrons Indicativas de corrosáo do aço
dos cabos transversais de protensão
e) a passagem continuada das águas pluviais através das juntas de concretagem da laje
superior deu origem à formação de curiosos "estalactites" encontrados em todo o viaduto (foto 7);
f) havia manchas avermelhadas na face inferior das lajes superiores na posição das juntas de
concretagem, produto da corrosão do aço dos cabos transversais de protensão (foto 8);
Mancha escura provocada pela Infiltração de
águas pluviais ao longo da junta de concretagem
à direita. As rebarbas de concreto à esquerda
indicam falta de estanqueidade nas formas em
prejuízo da qualidade do concreto
Passeio com as lajotas pré-moldadas quebradas,
cheio de detritos umededòos pela água da chuva
g) o piso dos passeios, construído com lajotas pré-moldadas de concreto armado, estava
quebrado em vários locais, acumulando detritos e água de chuva (foto 9);
h) as numerosas juntas de dilataçáo do viaduto estavam sem qualquer dispositivo de vedação,
permitindo a livre penetração das águas de infiltração, causando desconforto aos usuários
e facilitando a corrosão das armaduras (fotos 10 e 11).
F o t o 10
A farta de vedação na junta do ddataçào está permitindo que a infiltração de águas pluviais deteriore o tabuleiro, a travessa de apoio e os pilares
Foto 11
A falta de um dispositivo do vedaçáo na junta do
dtataçaoestápermfcndoqueainlitraç&odeáguas
pluviais deteriore o dente Gerber e os aparelhos
do apoio em neoprene fretado. Notar os sinais de
corrosáo acentuada dos ferros
I 51 CONCLUSÕES
Após o término da aplicação da protensão, os cabos foram injetados com nata de cimento,
que ficou confinada no interior do túnel formado pelos 12 fios de aço. Como os fios estão
justapostos tangenciando-so dois a dois, a primeira camada de papel tomou apoio na geratriz
mais externa dos fios, não permitindo assim passagem para a saída da nata de cimento. Por
este motivo, os cabos não são aderentes ao concreto nem estão devidamente protegidos contra
a corrosão. Sem a aderência, o rompimento do fio em qualquer seção provoca o seu imediato
relaxamento ao longo de todo o comprimento, com a conseqüente anulação das tensões de
compressão tranversais na laje superior.
O efeito da corrosão é muito sensível quando o diâmetro do fio é pequeno. No presente
caso. a perda de uma camada periférica de apenas 0,6 mm de espessura eleva a tensão de
tração no aço ao seu valor de rutura.
A folga entre o orifício deixado no concreto pré-moldado e a superfície externa do cabo
favoreceu o acúmulo e a movimentação da água infiltrada, acelerando a ação da corrosão
(figura 5).
Junta de concretagem
s•
o
Travessia do cabo de
protensáo na junta de
concretagem
Devido ao mau funcionamento do sistema de captação de águas pluviais, as águas escorriam sobre a superfície do pavimento em direção ao meio-fio do passeio situado junto ao local do
rompimento da laje, facilitando o processo de infiltração. A porosidade da camada de regularização da pavimentação, executada com argamassa de cimento e areia entre a superfície superior da laje e o fundo da camada de asfalto, criou um caminho fácil para infiltração e percolação
das águas pluviais.
A tensão de compressão na laje superior devido ao efeito da protensão transversal foi estimada em 1,2 MPa, valor de cerca da metade do valor então considerado como mínimo adequado
para o bom desempenho desta solução estrutural. O espaçamento de 1,5 m adotado para os
cabos transversais de protensão no Viaduto Principal é muito superior ao espaçamento recomendado da ordem de 75 cm.
Ao descolamento da junta de concretagem seguiu-se o recalque do trecho concretado no
local, provocando o encunhamento dos fios de aço e o aumento da infiltração de águas pluviais.
Os motoristas comumente desciam a rampa freando os veículos, o que provocou o surgimento
de lombadas no asfalto causadoras de trepidação das rodas e impactos freqüentes contra o
concreto. Ao entrar na rampa com velocidade excessiva, os veículos lançavam suas rodas
dianteiras com uma certa violência contra a laje, o que parece explicar porque o rompimento
ocorreu no topo da rampa de descida.
Os cabos transversais de protensão, mal protegidos contra a corrosão e submetidos a repetidos esforços cortantes acabaram por se romper.
É interessante assinalar que na época da construção do Viaduto Negrão de Lima várias
estruturas de tabuleiros de ponte foram projetadas com esta solução estrutural, tanto no Brasil
como em outros países. Na cidade do Rio de Janeiro foram construídos com esta mesma
solução a Ponte do Galeão em 1947, o primeiro trecho do Elevado da Avenida Perimetral na
Praça XV em 1959, e mais recentemente, o Elevado da Avenida 31 de Março em 1976. Neste
último, os cabos transversais estão acondicionados no interior de bainhas metálicas injetadas
com nata de cimento, que conferem aderência entre o aço e o concreto, melhoram a proteção
contra a corrosão e garantem a ancoragem das armaduras em caso de mau funcionamento das
ancoragens .
Algumas semanas após a ocorrência do acidente na Rampa de Acesso A, a outra rampa de
descida do viaduto sofreu o mesmo tipo de problema, fato que confirmou os fortes indícios de
que a corrosão já tinha comprometido sèriamente os cabos transversáis das lajes de modo
generalizado (foto 12).
O laudo da Comissão de Vistoria [1] recomendou uma solução considerada de fácil execução
e muito confiável para remodelação e reforço estrutural, baseada nas seguintes medidas :
a) demolição das lajes de forro para diminuir a carga permanente e permitir a livre inspeção
das vigas e do fundo das lajes superiores a qualquer momento (foto 13)
b) retirada da pavimentação
c) demolição do piso dos passeios em lajotas de concreto armado pré-moldadas para evitar a
infiltração de águas pluviais e o acúmulo de detritos, fatores que facilitam a corrosão.
d) execução de uma sobrelaje de concreto armado com 12 cm de espessura, grampeada na
laje existente por meio de conectores
e) construção de barreiras de concreto armado (guarda-rodas) no lugar dos atuais meios-fios
dos passeios
F o t o 12
Este trecho moldado no local da laje superior da
outra rampa de descida está destacado da mesa
das vigas pró-moldadas ao longo das juntas de
concretagem. o que indica possibilidade do um
colapso iminente
Vista de baixo do tabuleiro após a retirada da laje
de forro para diminuir peso e deixar a estrutura
passível de fácil inspeção a qualquer momento
A solução proposta evita o problema da rutura localizada da laje, garantindo a segurança das
vigas principais no estado limite último. Além de criar uma barreira muito eficiente contra a
infiltração de águas pluviais através da laje superior, possibilita a supressão de cerca de 75 %
das juntas de dilatação por meio da concretagem de Lajes de Continuidade ligando as lajes
superiores de modo contínuo em grupos de quatro vãos consecutivos. As duas rampas de descida acidentadas foram remodeladas e recuperadas estruturalmente conforme recomendado
pela Comissão de Vistoria, com a eliminação de todas as juntas de dilatação situadas nos seus
apoios intermediários.
BIBLIOGRAFIA
1) Laudo de Vistoria do Viaduto Negrão de Lima (1987) elaborado pela Comissão de Vistoria nomeada pelo Secretário
de Obras e Serviços Públicos da Prefeirura do Rio de Janeiro, composta pelos engenheiros Nelson Araújo Lima
(presidente). Waldir José de Mello e Moysós Vibranoviski
2) Guyon Y. (1958) Béton Prócontraint • Étude Thóorique et Expérimentale - Tome II Constructions Hyperestatiques Chapitre XXXIV. EDITIONS EYROLLES. Paris. França
CORROSÃO E PROTEÇÃO CATÓDICA DE ADUTORA
EM CONCRETO PROTENDIDO
SIDNEY Y U K I Z A K I
Eng° Industrial Eletricista, Diretor • Técnico da SYTEC 3 Engenharia e Controle da Corrosão Ltda
INTRODUÇÃO
Trata-se dos estudos sobre acidentes com adutoras em concreto protendido, ocorridos em
1953 e a solução adotada na ocasião para paralisara corrosão incidente nas ferragens das mesmas.
A técnica anticorrosiva denominada de proteção catódica foi adotada objetivando propiciar à principal obra de abastecimento d'água do país na época, a segurança necessária à sua operacionalidade.
2
A ADUTORA
Ao projetarem 1951 / 1 9 5 3 a Adutora do Rio Guandu, estudou o então D.A.E - Departamento
de Água e Esgoto, os materiais a serem nela empregados. Afastada por inexeqüibilidade técnica
a solução com tubos de ferro fundido, devido ao diâmetro de 1,75 m, restaram os tubos de aço
devidamente protegidos (revestidos) e os de concreto armado. Estes últimos, em face das condições de trabalho, poderiam ser de três tipos:
a) tubos de concreto armado com camisa de aço
b) tubos de concreto armado sem camisa de aço
c) tubos de concreto protendido com camisa de aço
O primeiro tipo representava o que de melhor havia em 1940, quando fora usado na construção da 1a Adutora de Ribeirão das Lajes.
O segundo tipo havia sido empregado pelo D.A.E. em algumas subadutoras com diâmetros
inferiores a 1,50 m.
O terceiro tipo, que representava um grande progresso na técnica de concreto armado, com
grande difusão internacional, fora utilizado na construção da 2 1 Adutora de Ribeirão das Lajes
em 1949, com resultados até então satisfatórios.
A definição do tipo de tubo a ser empregado deu-se na licitação para a construção da adutora,
quando as duas únicas empresas concorrentes, a Industrial de Tubos S.A. (SITUBOS) em consórcio com a Empresa Brasileira de Águas S.A. (EBA) e a Industrial Tetracap Ltda., apresentaram proposta para a execução da obra com tubos de concreto protendido com camisa de aço,
acompanhando o progresso da técnica para esse tipo de construção.
Os tubos ofertados eram idênticos ao que aTetracap, sob licença da Lock Joint Pipe Company,
forneceu para a 2a Adutora de Ribeirão das Lajes, naturalmente com alteração do número de
espiras de aço, em face da diferença de pressões entre as Adutoras do Guandu e de Ribeirão das
Lajes. Enquanto a SITUBOS considerava a utilização de arame de aço da Cia. Belgo Mineira, a
Tetracap iria empregar na confecção de seus tubos o arame de acordo com a especificação 7B.2-T1949 da AWWAC.301 -52 intitulada Tentative Standard Specifications for Reinforced Concrete WaterPipe Steel CylinderType Prestressed". A camisa de aço obedeceria às especificações usadas na 2"
Adutora de Ribeirão das Lajes e as chapas seriam provenientes da Usina de Volta Redonda da
Companhia Siderúrgica Nacional e o concreto obedeceria às especificações e normas ABNT.
CORROSÃO SOB TENSÃO (STRESS-CORROSION)
Paralelamente à licitação, chegaram notícias sobre acidentes que estavam ocorrendo em
canalizações de concreto protendido utilizadas na cidade de Caracas, Venezuela e que haviam
sido construídas em 1946, com tubos fabricados pela Lock Joint.
Outros acidentes foram detectados na própria 2? Adutora de Ribeirão das Lajes, quando se
constatou a ruptura de várias espiras da percinta protendida, que se apresentava quebradiça,
com evidente alteração da sua estrutura. As causas dos acidentes foram atribuídas ao fenômeno particular de corrosão denominado pelos norte-americanos de "stress-corrosion" ou corrosão
sob tensão (ver fotol).
Para aumentar mais ainda a aflição dos que não acreditavam na estabilidade da 2â Adutora
de Ribeirão das Lajes, construída em 1949, começaram a chegar notícias sobre insucessos com
os tubos de concreto protendido que estariam sendo usados na cidade de Regina no Canadá,
quando foi observado que os arames da armadura protendida estavam sendo atacados pela
corrosão. Mais tarde descobriu-se que os primeiros casos conhecidos de "stress-corrosion", em
aços comuns foram observados em pontes-pênseis nos E.U.A.
A teoria geralmente aceita para explicar o mecanismo do fenômeno baseia-se em ação
eletroquímica. É fato conhecido que diferenças de tensão mecânica na mesma massa metálica
criam forças eletromotrizes diferentes e daí a formação de áreas catódicas e anódicas, com
conseqüente estabelecimento de corrente elétrica, desde que haja um meio condutor.
Fotol
Tubo de coocroto protencfido rompido por "corrosão sob tensáo" na 2* Adutora de Ribeirão das
Lajes.
4
SOLUÇÕES PARA A CORROSÃO
Constatada a possibilidade de ocorrência de fenômenos nocivos à estabilidade da obra em
questão, foram tomadas as necessárias providências para assegurar à Adutora do Rio Guandu
a devida proteção.
O assentamento de tubulação que vinha sendo feita pela EBA com tubos SITUBOS em outro
trecho da adutora (fora deste trabalho) foi imediatamente paralisado.
Novos tipos de tubos foram estudados, obedecendo à concepção original dos denominados
pretendidos com camisa de aço. ao mesmo tempo que o Instituto Nacional de Tecnologia - INT, em
1952, mostrava a ocorrência mais acentuada do fenômeno "stress-corrosion" nos arames submetidos ao tratamento "Oil Tem pereci". Foi, talvez, por terem chegado ao mesmo resultado nos E.U.A.,
que da especificação AWWA C.301-52. citada anteriormente, foi retirada a referência do emprego do
arame com tratamento "Oil Tempered" na confecção da espira dos tubos de concreto protendido.
O assunto foi longamente debatido e, em face das conclusões, receberam a EBA, a SITUBOS
e a TETRACAP instruções para submeterem à aprovação do D.A.E. novos tipos de tubo, nos quais
fossem reduzidas ao mínimo possível as possibilidades de ocorrência dos fenômenos de corrosão.
Ambas as fábricas apresentaram seus tipos nos quais foi desde logo eliminado o contato
direto entre a espira protendida e a camisa de aço.
Foi outrossim, sugerida pela SITUBOS a proteção catódica, não só para os novos tubos,
como também para os já assentados e por assentar. O emprego dessa técnica nas camisas de
aço da 2a Adutora de Ribeirão das Lajes também foi recomendado pelo INT como a única
solução viável para garantir sua maior duração.
[ T I FABRICAÇÃO DOS TUBOS
Em 1937 as empresas Societé desTuyaux Bonna e SocietéAnonyme des Hauts Foumeaux e
Fonderies de Pont-ã-Mousson fundaram no Brasil a SITUBOS - Sociedade Industrial de Tubos,
iniciando suas atividades com a instalação de uma unidade, no Rio de Janeiro, produzindo tubos
em concreto armado para a 1â Adutora de Ribeirão das Lajes. Posteriormente a SITUBOS
(atualmente BRASILIT, uma das empresas do Grupo Saint-Gobain) habilitou-se a fabricar os
tubos de concreto protendido para a 1a Adutora do Rio Guandu.
A fabricação dos tubos pode ser descrita sumariamente da seguinte forma:
a) fabricação da alma em chapa de aço (camisa)
b) concretagem do tubo interno mediante a colocação de um macho
devidamente centrado em relação à camisa de chapa de aço, com as
dimensões necessárias à obtenção da espessura de parede do tubo de concreto.
c) após o período adequado de cura, o cilindro é envolvido
helicoidalmente por um arame de aço sob tensão.
d) o conjunto de aço (camisa e arame) é protegido contra a corrosão por uma
camada de argamassa.
Formiga
2* seção: Formiga - Rua Limites
3" seção: Rua Limites - Rua Cândido Benlcio
4 a seção: Rua Cândido Benício - Engenho Novo
0 1750 mm x 9.000m / E.B.A.
0 1750 mm x 10.470m / E . B A - SITUBOS
Distribuição osquemática das adutoras
do Rio Guandu
6 ASSENTAMENTO DOS TUBOS
A Adutora do Rio Guandu foi construída em quatro seções, sendo apenas as duas centrais
com proteção catódica, conforme mostrado na figura 1.
O assentamento dos tubos com proteção catódica, totalizando 15 trechos identificados porTO
a T14, iniciou-se pelo trechoT9 em maio de 1956 e terminou em março de 1957 com o trechoT8.
O assentamento e a construção da tubulação abrangeram também as vinculações elétricas
entre tubos, necessárias à proteção catódica.
Iniciada aqui no Brasil com aplicações em concreto protendido, teve sua grande utilização a
nível industrial em 1966, no oleoduto da Petrobrás de 400 km de comprimento ligando as refinarias de Duque de Caxias - RJ. e Betim - MG.
Na década de 1970 outras companhias de saneamento e petróleo passaram a dotar seus
patrimônios metálicos enterrados ou submersos da proteção catódica, técnica indubitavelmente
de maior eficiência no combate e controle da corrosão nesses ambientes.
Outros tipos de tubulações industriais como as redes de água potável, de ar comprimido ou de
água de incêndio, as estacas cravadas no mar, os fundos internos e externos dos tanques de
armazenamento, os equipamentos constituintes das estações de tratamento de água, de esgoto
domiciliar ou de efluentes industriais, bases de torres de linhas de transmissão elétrica, também
vêm se utilizando da proteção catódica como forma de se manterem incólumes aos processos
corrosivos.
BIBLIOGRAFIA
I.SkJney Yukizaki (1990). Primeira Instalação de Proteção Catódica no Brasil -Ano 1956.2° Seminário de Proteção
Catódica e Controle de Interferência. Sáo Paulo.
SUBSTITUIÇÃO EM SERVIÇO DA FUNDAÇÃO DE UMA
TORRE AVARIADA POR REAÇÃO ÁLCALI-AGREGADO
MARIO SÉRGIO PEREIRA D E LUCENA
Gerente de engenham de detalhamento da White Martins Gases Industriais S A
NELSON S 7 J I A R D GALGOUL
Dr.-In&, Msc, Prof. Titular da UFF, Prof. Adjunto da UFRJ, Diretor Presidente da SUPORTE Consultoria e Projetos I tda
1 j INTRODUÇÃO
A presente contribuição tem por objetivo apresentar a solução adotada para substituição
em serviço, da fundação de duas torres cilíndricas de uma unidade de processo de separação de ar de propriedade da White Martins Gases Industriais S. A., situada no complexo
industrial da cidade do Cabo, distante 25km da cidade de Recife (ver foto 1). Trata-se de um
conjunto de duas estruturas em casca metálica cilíndrica, denominadas Colunas Separadoras,
em cujo interior se encontram diversos outros equipamentos. As duas colunas (de Argônio e
de Separação) que compõem o equipamento medem 3,66 x 35,20m e 3,35 x 32,50m, e
pesam 1260kN e 910kN (peso vazio) e 2100kN e 1400kN em operação, respectivamente. As
colunas encontram-se instaladas sobre um mesmo bloco de fundação medindo 5,65 x 16,60
x l,40m, apoiado sobre 16 estacas tipo Franki de 400mm de diâmetro com capacidade
portante de 610kN cada.
Vista das duas colunas
2
HISTÓRICO DOS PROBLEMAS OBSERVADOS
A construção desta unidade foi iniciada pelas obras civis em princípio de 1982 e sua montagem eletromecânica foi completada em meados de 1984, quando foi dado o "start-up" na planta.
Durante a execução de uma ampliação, ao final de 1991, houve a necessidade de escavações
junto à fundação das colunas separadoras para a instalação de utilidades, quando então foram
descobertas as trincas generalizadas existentes no concreto do bloco de coroamento da funda-
ção em estacas (ver foto 2). A armadura encontrava-se totalmente destacada do concreto, sem
sinais de corrosão e com um considerável deslocamento em dois sentidos; lateralmente para
fora da fundação e de cima para baixo, num aparente encurtamento.
As faces laterais do bloco haviam tido uma expansão de até 5cm em relação à aresta do topo,
que aparentemente não apresentava deslocamento.
Dado o aspecto conjuntural, foram consideradas as seguintes hipóteses para a provável causa do problema:
a)
b)
c)
d)
e)
insuficiência de armadura na fundação;
recalque das estacas;
agressividade do solo;
defeitos de execução;
baixa resistência do concreto por falha na dosagem ou má quaWade dos materiais empregados.
Vale ressaltar que uma fundação idêntica a esta, inclusive com o mesmo projeto, havia sido executada
dois anos antes, no póto petroquímico do sul (COPESUL), em outra unidade da mesma empresa
Dano visível na lateral do bloco
3 , PLANO E REALIZAÇÃO DAS INVESTIGAÇÕES
Foi elaborado um plano de investigação para as hipóteses levantadas, composto pela
análise estrutural da fundação, investigação na fundação idêntica existente no COPESUL,
verificação de deformações, análise físico-química do solo, verificação do método construtivo e retirada de corpos de prova de concreto do bloco de fundação, cujos resultados não
demonstraram nada de anormal.
Foram executadas, então, investigações mineralógicas e petrográficas com o objetivo de avaliar a
durabilidade do concreto e de se verificar a ocorrência de reações expansivas do tipo áJcali-agregado
e estudos microscópicos desenvolvidos em lupa binocular (complementados por análises em lâminas delgadas por microscópio ótico de luz transmitida polarizada e ao microscópio eletrônico de
varredura equipado com espectômetro por energia dispersiva), objetivando avaJiar as características
estruturais e texturais do concreto.
Os agregados graúdos utilizados foram, basicamente, rochas metamorfizadas, de composição granítica representados principalmente por granito milonitizado.
As rochas apresentaram alto grau de deformação e recristalização dos minerais constituintes.
O quartzo e o feldspato, principais minerais constituintes, apresentaram-se fortemente deformados, estirados, triturados e rotacionados, evidenciando o processo de cisalhamento dessas rochas. O quartzo deformado é o principal responsável pela ocorrência da reação álcali-agregado, admitindo-se também que o feldspato tenha papel importante na cinética da reação.
Ao microscópio eletrônico o principal produto visualizado dessa reação constituiu-se de um
gel alcalino, o qual, em decorrência do processo de secagem e metalização, apresentou-se
freqüentemente gretado (fotos 3 e 4). Este gel dispõe-se normalmente na interface entre a pasta
de cimento e o agregado graúdo, correspondendo à fina película, mais escura, que se observa macroscopicamente circundando os mesmos. Ocorre também preenchendo pequenas
fissuras e o interior de alguns poros. Quimicamente constitui-se de silício e, em menor proporção, de potássio e cálcio.
Foto 4
Micrografia
O desenvolvimento dos estudos permitiu concluir que se tratava de uma "reação álcali-agregado",
do tipo álcali-silicato, de natureza mais lenta e mais complexa que outros tipos de reação.
A reação álcali-agregado ocorre entre os álcalis ativos disponíveis no concreto e alguns minerais presentes em certos tipos de rocha que, em condições particulares ambientais, provocam a
deterioração do concreto pela ação de reações expansivas. A fissuração no concreto é devida,
geralmente, à formação de um gel expansivo que depende da interação entre o conteúdo de
álcalis solúveis, a natureza, a dimensão e o teor de agregado reativo, as condições de umidade
e as variações na temperatura do concreto.
Embora de evolução lenta, caracterizada pela aparição do problema sete anos após a conclusão da obra. a reação álcali-silicato pode levar à deterioração total do concreto, com geração de
fissuras, deslocamentos e perdas acentuadas nos valores de resistência mecânica.
4] ESTUDO DE SOLUÇÕES ALTERNATIVAS
Dentre as diversas alternativas consideradas, os estudos realizados apontaram como as mais efetivas:
•
•
•
Execução de nova fundação em outro local;
Execução de estrutura metálica treliçada para suporte das colunas, transferindo sua carga
para outra fundação externa à existente;
Execução de enrijecedores metálicos verticais soldados à casca da coluna metálica ligados
por um anel no topo e apoiados em micro-estacas executadas através de perfurações no
bloco de fundação existente.
Em função do reduzido tempo de execução (e conseqüente minimização do tempo de parada da
unidade), foi escolhida a última alternativa acima, consistindo, basicamente, das seguintes etapas:
a) atirantamento das colunas;
b) execução do novo estaqueamento;
c) instalação da estrutura metálica e transferência de carga.
[ j j ] SOLUÇÃO ADOTADA
Estaiamento provisório
Tendo em vista o estado de deterioração do bloco temeu-se por sua possível ruptura, especialmente durante a fase de escavação para cravação de novas estacas simultaneamente. Para
amarração das colunas durante a obra foi feito, então, um estaiamento provisório calculado para
absorver as cargas horizontais devidas ao vento ou a uma possível inclinação das colunas.
Foram estudadas duas hipóteses críticas de ruptura, a primeira admitindo-se a ruptura do bloco
junto às duas linhas de estacas existentes e a segunda considerando-se a ruptura do bloco
apenas de um lado.
Na primeira hipótese admitiu-se que na ruptura súbita do bloco toda a carga seria
transferida, instantaneamente ao solo (com impacto) que cederia cerca de 2 0 c m , c o m
uma conseqüente inclinação da coluna (movimento do corpo rígido). Na segunda alternativa não foi considerado qualquer impacto.
A partir dos resultados obtidos foi projetado o sistema de estaiamento indicado na
figura 1.
Estaqueamento
Foram efetuadas 12 perfurações de 20cm de diâmetro no bloco existente para passag e m das novas estacas (ver figura 2) e elaboradas 12 micro-estacas de 15cm de diâmetro (500kN de capacidade) com camisa metálica, protendidas através de barras Dywidag.
O espaço anular entre o topo das micro-estacas e o bloco desagregado foi, então, preenchido com mastique elástico, de modo a permitir a movimentação relativa s e m solicitação das estacas.
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L o c a ç ã o das m l c r o - o s t a c a s
Instalação da estrutura metálica e transferência das cargas
Um dos pontos de maior complexidade na solução adotada foi a definição da forma de transferência das cargas das duas colunas para as novas estacas em função da quantidade de interferências com tubulações e instrumentos ligados às paredes das cascas. Após inúmeras tenta-
Modelo 3D
tivas optou-se por uma solução em que as cargas são transferidas através de enrijecedores
verticais, com seção transversal em T " , apoiados nas novas estacas e soldados às paredes
das colunas, ao longo de aproximadamente 3m a partir da base. Os momentos fletores referentes à excentricidade das estacas em relação à parede da casca são absorvidos pelo binário
resistido por dois anéis abraçando toda a coluna na base e no topo dos enrijecedores, respectivamente.
A pequena espessura da parede da casca (6mm) foi um complicador que exigiu um pouco
mais de precisão no modelo das análises, que foram efetuadas utilizando a discretização apresentada na figura 3.
As análises correspondentes foram do tipo não linear geométrico de modo a poder detectar
uma eventual flambagem localizada na casca.
Outro item bastante complexo no processo de substituição da fundação foi justamente o
momento de transferir as cargas do antigo estaqueamento para o novo.
As novas estacas receberam um acabamento em chapa metálica de modo a apresentarem
uma superfície lisa e bem nivelada, cerca de 40mm abaixo do apoio ligado à coluna. Para a
transferência da carga foram usados macacos tóricos com uma capacidade mínima de 700 kN
cada. Estes foram posicionados e testados individualmente até uma carga mínima de 500 kN,
visando não apenas garantir a integridade do macaco como, também, verificar a capacidade de
carga da estaca e avaliar o recalque correspondente. A pressurização na fase de testes foi feita
utilizando a água como fluido do pressurizador.
Os recalques medidos em cada estaca foram totalmente compatíveis com os valores esperados, comprovando, desta forma, a capacidade de carga destas.
A transferência de carga foi realizada com a pressurização simultânea de todos os macacos
e utilizando uma resina epóxica no interior da bomba de modo a garantir a manutenção da
posição final atingida.
A figura 2, citada anteriormente, mostra o sistema utilizado.
BIBLIOGRAFIA
Relatórios de avaliação de amostras preparados por:
ABCP - Associação Brasileira de Cimento Portiand (1992);
MET - Material Engineering andTosting Company (1992).
MANUTENÇÃO
DETERIORAÇÃO ESTRUTURAL EM UM ESTÁDIO DE
FUTEBOL NO RIO DE JANEIRO
VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA D E SOUZA
25
PhD. MSc, Eng° Civil. Prof. Titular do Curso de Mestrado cm Engenharia Civil da Universidade Federal Fluminense
1 1 l INTRODUÇÃO
A má utilização das estruturas não significa apenas o carregamento excessivo, além de sua
capacidade portante, mas também a falta de conservação, fato bastante comum em todos os
tipos de edificações. A nível governamental, por exemplo, mesmo obras do porte da ponte Rio Niterói não são submetidas a um programa adequado de manutenção, e este programa é completamente inexistente para a esmagadora maioria de pontes, viadutos, canais, galpões e edifícios públicos em geral. A situação, entretanto, não ó melhor em relação às edificações particulares,
e, como não há uma fiscalização efetiva das autoridades municipais, os casos de acidentes cujas
origens estão na má conservação das estruturas se multiplicam, colocando em risco usuários e o
público em geral. O problema que será aqui descrito ocorreu no estádio de futebol do Clube de
Regatas do Flamengo, localizado na Gávea, cidade do Rio de Janeiro, e, à época da intervenção que
foi efetuada para recuperar a estrutura, o risco de um acidente mais grave era iminente.
2
DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA
A estrutura do estádio de futebol do Clube de Regatas do Flamengo foi construída na década
de 40, e a deterioração estrutural ocorreu com maior intensidade a partir de 1970. A estrutura foi
construída em três módulos, separados por juntas de dilatação. Cada módulo é composto por
quatro quadros que suportam a arquibancada e a marquise. Afigura 1 mostra o esquema geral
da estrutura e uma vista geral do estádio pode ser vista na foto 1.
A vistoria efetuada no local [1 ] indicou que as áreas mais deterioradas eram as lajes da marquise
e as suas vigas de suporte, especialmente os seus topos (as vigas são invertidas). As faces
externas das colunas dos quadros, bem como as dos tirantes, também apresentavam um estado de deterioração avançado, como pode ser visto nas fotos 2 a 4. Para se ter uma idéia da
dimensão do problema, até mesmo uma árvore, com cerca de 2,5m de altura, crescia sobre a
laje da marquise do estádio.
'Viga de sustentação da marquise
Laje da marquise
Coluna
Esquema estrutural
da marquise
Foto 1
Aspecto geral da estrutura
Aspecto da deterioração de um pilar
Outras vistorias já haviam sido efetuadas [2,3,4] e todas elas apontaram para o risco de haver
um colapso da estrutura. Além da deterioração do concreto, era visível uma corrosão adiantada
de barras das armaduras, inclusive com perda total de seção transversal, e existiam trincas na
grande maioria dos principais elementos estruturais, o que caracterizava a possibilidade da ocorrência de um colapso da estrutura a qualquer momento. A foto 5 mostra uma combinação de
desagregação do concreto com corrosão do aço.
Assim, era obrigatório o início imediato de trabalhos de recuperação, de forma a evitar a ruína
da estrutura, fruto do abandono que a edificação havia sofrido durante tantos anos.
i 3
SÍNTESE DOS TRABALHOS DE RECUPERAÇÃO
Os trabalhos de recuperação da estrutura tiveram início pela marquise, mas, embora a deterioração de várias barras das armaduras das vigas principais estivesse bastante adiantada, não
foi possível a substituição direta destas barras já que se tratava de um balanço, e isto poderia
levar ao colapso da estrutura. Assim, optou-se pelo acréscimo de barras, com limpeza das barras existentes.
Foto 3
Aspocto da detenoração de um tirante
Foto 4
Aspecto da deterioração de uma viga
Combinação de desagregação do concreto com
corrosão do aço
As lajes da marquise apresentavam os seguintes sintomas patológicos: corrosão das barras
das armaduras e eflorescências na face inferior. Os trabalhos consistiram na remoção do concreto deteriorado e na limpeza das barras com jatos de areia e de água, seguidos da aplicação
de concreto projetado.
As vigas principais, que apresentavam corrosão acentuada das barras das armaduras e desagregação do concreto, receberam o seguinte tratamento:
•
•
•
•
•
remoção do concreto deteriorado e limpeza das barras de aço por meio de escovação;
substituição das barras com perda de seção por novas barras, que foram soldadas às barras
existentes antes que os trechos deteriorados fossem removidos;
limpeza geral das superfícies de concreto e barras de aço por meio de jatos de areia e de água;
injeção de resina epóxi em todas as trincas, de forma a restaurar a monoliticidade das vigas;
aplicação de concreto projetado, até que fosse restabelecido o cobrimento das barras das
armaduras de 2,5 cm.
Durante os trabalhos acima descritos aconteceu um acidente em uma das vigas que estavam
sendo recuperadas, em virtude da execução do corte da armadura deteriorada antes da colocação das novas barras. O escoramento da marquise, em face de sua grande altura em relação à
arquibancada, foi feito quase que pontualmente, como pode ser observado na foto 1. Com isto. ao se
romper parte da armadura, a viga cedeu, e passou a ter um comportamento de viga bi-apoiada, para
o qual não estava armada, surgindo assim uma trinca de grandes dimensões, como pode ser
visto na foto 4.
As colunas sofreram também os processos de desagregação do concreto e da deterioração
das armaduras, com perdas de seção que chegaram mesmo, em uma das colunas, a 50% da
seção original de aço (ver foto 5). Os trabalhos de recuperação consistiram na remoção do
concreto deteriorado, substituição de todas as barras com perda de seção maior do que 30% da
seção original e eliminação dos produtos da corrosão nas outras barras. A isto seguiu-se limpeza
geral com jatos de areia e de água, preenchimento de trincas por injeção de resina epóxi (ver
foto 6) e aplicação de concreto projetado.
Foto 6
Aspecto da injeção de trincas com resina epoxi
Finalmente, foi efetuado o trabalho de recuperação dos tirantes laterais (os internos não apresentavam sintomas patológicos). Neste caso o trabalho teve que ser bastante cuidadoso, já que
todas as barras das armaduras dos tirantes estavam sob tensões de tração, e havia o risco de
ruptura, com sérias conseqüências para a estrutura como um todo. Em vista disto, foi decidido
não substituir as barras que tinham o processo de corrosão instalado, mas sim reforçar os tirantes, por aumento das seções de concreto e de aço (ver figura 2), o que foi feito após escovação
das barras de aço existentes e remoção do concreto deteriorado. Para este encamisamento, foi
aplicada uma fina camada de resina epóxi em todas as faces do tirante (após a limpeza), colocadas as novas armaduras em posição e efetuados o enchimento e o cobrimento das armaduras
com argamassa de cimento e areia.
30
Rocuporaçâo dos ti
Armadura adicional
I 4 1 CONCLUSÕES
Este trabalho mostrou os problemas que surgem em estruturas em virtude da má conservação, que ó um dos fatores que mais contribuem para o surgimento de sintomas patológicos nas
estruturas, ou para a ocorrência de acidentes estruturais.
Neste caso particular da estrutura de um estádio de futebol que estava à beira do colapso, o
que poderia levar a conseqüências - em termos materiais e sociais - bastante graves, os problemas eram tantos que apenas os trabalhos usuais de recuperação não foram suficientes para que
a estrutura voltasse a apresentar sua capacidade portante original, necessitando também de
trabalhos de reforço estrutural. Além disto, mostrou-se também que os cuidados em trabalhos
deste tipo devem ser redobrados, pois, embora no caso do acidente ocorrido com uma viga da
marquise não tivesse havido maiores conseqüências, caso não se houvesse percebido de imediato o surgimento da trinca, o colapso parcial da estrutura teria sido inevitável.
BIBLIOGRAFIA
1. Proconsulte Construções o Incorporações Ltda (1984), RelatórioTécnico n 9 118/84, Rio de Janeiro. 14 pág.
2. Moraes. A.F. (1985), Técnicas e Procedimentos para Serviços de Recuperação e Reforço de Estruturas em Concreto
Armado - Aspectos Práticos, Dissertação de Mestrado, U.F.F., Niterói.
3. Engekil. Consultoria Tócnica Ltda (1984). RelatórioTécnico n« 1117/84, Rio de Janoiro. 12pág.
4. Souza. V. C. M. & Castro. P.F.(1988). Reinforcement and Recovery of a Football Stadium Structure in Rio de Janeiro.
Anais do VII Congresso Comportarea in Situ a Constructiilor, Arad, Romênia, Vol. 4. 755-764.
rantes
CONCLUSÕES
Ao concluirmos esta publicação, cumpre mais uma vez esclarecer
que o objetivo do trabalho não é, em absoluto, questionar ou denegrir a
imagem da Engenharia ou de seus profissionais. Muito pelo contrário,
prende-se a um objetivo maior de esclarecimento, através da documentação e da discussão de acidentes ocorridos. Esperamos que a
publicação destes casos, com ampla divulgação no meio técnico, venha a contribuir para uma diminuição do número de acidentes estruturais na Construção Civil - já que as grandes lições provêm dos erros do
passado e não dos acertos.
Face às características peculiares ao tema - o assunto é bastante
extenso, sendo praticamente impossível que uns poucos profissionais
conheçam com detalhes a maioria dos acidentes - para a elaboração
deste trabalho optamos por publicar uma coletânea de artigos assinados, independentes entre si, porém agrupados de acordo com as causas ou tipos de problemas detectados.
Desta forma, convidamos diversos profissionais da área, todos de
comprovada experiência no assunto, para contribuir na elaboração da
presente publicação. Aproveitamos esta oportunidade para, sinceramente, agradecer a todos aqueles que cooperaram para o sucesso
desta realização.
Durante o desenvolvimento dos trabalhos visando à impressão deste livro, tivemos oportunidade de travar contato com outros profissionais da área que se mostraram interessados em também participar,
relatando outros Acidentes Estruturais na Construção Civil. Tendo em
vista os prazos para edição, assim como a limitação decorrente do
número de folhas da publicação, não nos foi possível aceitar novas
contribuições para o presente volume. No entanto, tendo em vista que
há ainda um grande número de casos a serem abordados, todos de
grande interesse ao aprendizado de Engenharia e de Arquitetura, decidimos aceitar novas colaborações para a futura publicação de um segundo volume de "ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO
CIVIL". Convidamos, assim, todos os profissionais de Engenharia e de
Arquitetura que tenham conhecimento de algum acidente ou anomalia
em obras de Construção Civil, cuja divulgação no meio técnico possa
contribuir para uma redução na ocorrência destes casos, que remetam
suas contribuições para os coordenadores deste livro, seguindo as
normas gerais que lhes serão apresentadas oportunamente.
SOBRE OS AUTORES
ALBINO JOAQUIM PIMENTA DA CUNHA
Engenheiro civil, com especialização e m Estruturas (UFRJ/74).
Mestre e m Engenhana Civil (UFF/85).
Trabalhou como engenheiro de projetos e m empresas de consultoria de engenharia por mais de 15 anos.
elaborando projetos estruturais nas áreas de transporte e de energia. Desenvolveu vários sistemas computacionais voltados à Engenharia de Estruturas.
Professor universitário há mais de 20 anos. lecionou várias disciplinas da Área de Estruturas.
Apresentou diversos trabalhos técnicos em revistas especializadas, congressos e seminários, nacionais e
internacionais.
Co-autor do livro "Lajes em Concreto Armado e Protendido" (Eduff/nov 94).
Coordenador Técnico e co-autor do livro "Acidentes Estruturais na Construção Civil - volume I (Pini/out96).
Professor assistente de Concreto Armado na Faculdade de Engenharia da UERJ desde 1984, aprovado
e m Concurso Público de Provas e Títulos.
Consultor na Área de Engenharia de Estruturas.
NELSON ARAÚJO UMA
Engenheiro civil (Escola Nacional de Engenharia - Universidade do Brasil), atual UFRJ (1963), ano e m que
participou do Curso de Pontes em Concreto Armado organizado pelo professor Aderson Moreira da Rocha.
Como bolsista do governo francês seguiu o Curso de Concreto Protendido (1964/1965) no Centre de Hautes
Études du Béton, Béton Armé et Béton Précontraint. atualizado posteriormente por um Curso de Reciclagem
realizado e m 1975. Curso de Pós-graduação "Métodos Modernos de Análise Estrutural e de Dimensionamento
de Concreto Armado e Protendido com Utilização Intensiva do Computador" no Cepuerj (1978).
Membro da Comissão de Trabalho instituída pela ABNT para elaborar o Projeto de Revisão da NB-2 e.
como presidente da Comissão de Corrosão de Elementos Metálicos do CB-01. participou do convênio
ABNT-Abraco na elaboração de três Projetos de Norma relativos ao controle da corrosão de armaduras em
estruturas de concreto.
Engenheiro e diretor da Divisão de Estruturas da Secretaria Municipal do Obras e Serviços Públicos da
Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro (1963 a 1988). No curso destes 25 anos participou do projeto e da
supervisão da construção de numerosas estruturas, tendo sido designado oficialmente membro das Comissões Técnicas de Vistoria que examinaram as causas de diversos acidentes estruturais importantes
ocorridos em obras públicas no município do Rio de Janeiro.
VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA
Engenheiro civil (PUC-Rio/71); curso de mestrado em Engenharia Civil com tese defendida sobre quadros
espaciais (PUC-Rio/73).
Trabalhou durante seis meses em projeto de pesquisa sobre vibrações de estruturas no Building Research
Stablishment. na Inglaterra (1976).
Curso de doutorado (PhD) na University College London. University of London. com tese defendida sobre
vibrações de cascas esféricas (1980).
Professor titular da Escola de Engenharia de Volta Redonda. Fundação Osvaldo Aranha (1973/1974).
Engenheiro do DNER (1972 a 1974).
Professor do Departamento do Engenharia Civil da PUC-Rio (1974 a 1978).
Professor litular de Estabilidade das Construções do Curso de Mestrado c m Engenharia Civil da UFF. onde
leciona desde 1981, sendo atualmento coordenador deste curso.
Pesquisador do CNPq.
Co-autor do livro "Lajes em Concreto Armado e Protendido" (Eduff/94), "Acidentes Estruturais na Construção
Civil - volume 1" (Pini/1996) e "Patologia. Recuperação e Reforço de Estruturas de Concreto" (Pini/1998).
Autor de vários projetos de pontes e edificações residenciais, comerciais e industriais e de dezenas dc
trabalhos científicos publicados e m periódicos especializados nacionais e estrangeiros e e m anais de
congressos científicos.
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.
ASSOCIAÇÃO DE EMPREITEIROS
DO ESTADO DO RIO DE JANEIRO
O que ó AEERJ?
"A AEERJ-Associaçào de Empreiteiros do Estado do
Rio de Janeiro ó uma entidade de classe que tem
como principal objetivo representar e defender os
legítimos interesses dos construtores de obras
públicas do município e do Estado do Rio de Janeiro,
buscar harmonia entre a administração pública e
seus associados e colaborar com as autondades
diretamente ligadas à atividade."
Estas são as palavras que a entidade escolheu para
definir sua missão.
Com cerca de 300 associados a AEERJ tem se
dedicado também à valorização da imagem do
empreiteiro. O apoio dado à publicação deste livro é
uma das ações da entidade neste sentido.
A promoção de palestras técnicas, a organização de
cursos ligados à engenharia, a realização de eventos
culturais e atividades similares, são situações
Nova sode da
AEERJ
constantes no calendário da AEERJ.
Na defesa dos interesses comuns à classe dos
construtores a AEERJ tem se unido a outras entidades do setor. Temas de interesse conjunto
têm sido levados ao Congresso Nacional ou apresentados na imprensa.
Mais de um século de realizações
Associando no mesmo corpo e no mesmo espírito a experiência e os princípios
consolidados nos 45 anos da Empresa Carioca Engenharia S.A., 70 anos de
Christiani-Nielsen Engenheiros e Construtores S.A. e 18 anos da SanengeSaneamento e Engenharia Ltda, a Carioca Christiani-Nielsen Engenharia S.A.
preparou-se para novos e estimulantes desafios nas áreas da construção civil e
pesada, da indústria imobiliária e agropecuária. E descortina com entusiasmo o
horizonte à sua frente a partir de uma sólida base, fundado nos conceitos e na prática
da Criatividade. Produtividade e Qualidade.
Construção
do Elevador Lacorda om Salvador (BA)
Construção da 2• Etapa da Unha Vormolha no Rio do Janoiro (RJ)
E N G E R O D
Engenharia o Consutora Ltda
Através da história, o desenvolvimento das cidades e nações tem sido sempre condicionado à
capacidade de transportar riquezas e pessoas com rapidez, segurança e economia. Nesta
função as vias urbanas, rodovias e ferrovias desempenham papel fundamental.
Fundada e m 1972. a Engerod coordenou e desenvolveu dezenas de projetos executivos,
serviços de consultoria, assessoria técnica à construção e supervisão de obras na área de
transportes, para diversos órgãos governamentais e construtoras brasileiras.
Com a reestruturação de seu quadro diretor em 1991. a empresa concentrou-se no setor de
obras de arte especiais, com ênfase na utilização do concreto protendido. Detentora de
"software" próprio e exclusivo, voltado para análise de estruturas de grande porte e dispondo de
técnicos c o m longa e sólida experiência, a empresa orgulha-se de acumular em seu currículo
um expressivo elenco de pontes, viadutos e obras especiais. Mais recentemente, podemos citar
os projetos das obras de arte na Av. Ayrton Senna (com cerca de 24.000 m 2 ), no alargamento
da Av. Brasil e no Teleporto do Rio de Janeiro, onde se destaca a passarela estaiada sobre a
Av. Presidente Vargas.
Para a Engerod. apoiar esta publicação é motivo de honra e satisfação, certos de que com
isso, face à seriedade e importância do tema. estamos contribuindo de modo significativo para o
enriquecimento técnico da Engenharia Nacional.
Ponto sobro a Lagoa do C&monm na Barra da Tijuca
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Jeene
A J E E N E , e m 1975, introduziu na construção civil u m novo e único conceito de selantes para
juntas de dilatação e retração - o sistema multiuso.
Nestes anos a Empresa realizou um grande volume de obras tanto no Brasil como no exterior
e apresentou soluções criativas para cada novo problema, superando os desafios e as
dificuldades técnicas.
Para melhor atender aos seus clientes a JEENE aprimora constantemente a qualidade de
seus produtos e serviços. Além disso, continua a investir no aperfeiçoamento técnico e no
desenvolvimento de novos métodos e dispositivos de testes para viabilizar ensaios que
simulam altas solicitações a tração, compressão, cisalhamento e pressões hidrostáticas.
Tal empenho contribuiu significativamente para melhorar a linha de produtos e para a redução
de custos, b e m como para o desenvolvimento de novos vedajuntas resistentes a altas
pressões hidrostáticas.
A J E E N E tem como diretriz básica oferecer à indústria da construção civil sistemas que
solucionam definitivamente os problemas das juntas de dilatação e vedação.
to 0
D
JLC ENGENHARIA DE PROJETOS E
CONSULTORIA
Av. das Américas, 1155 - sala 613 - Barra da Tijuca - Rio de Janeiro - RJ
Cep: 22 631-040 - Tel: (021) 439-9223
Projetos e Estudos de Engenharia,
Consultoria Técnica, Supervisão e Gerenciamento de obras
Responsáveis Técnicos:
Prof. José Luiz Cardoso
Prof. Luiz Eduardo Barata Cardoso
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Teor Engenharia
engenharia
A longa experiência adquirida em dez anos de atividade, com mais de 500 obras
realizadas, tornou a Teor Engenharia Ltda. uma empresa de liderança e notória
especialização nas seguintes áreas de atividade:
• Recuperação e reforço de estruturas de concreto e metálicas
• Aplicação de concreto e refratários projetados
• Levantamento e realinhamento de estruturas
• Mudança de aparelho de apoio de obras de arte
• Colagens diversas e injeções, c o m resinas epóxicas
• Tratamento protetor de concreto
• Tecnologia de vistorias e inspeções estruturais
• Prova de carga
• Definições de metodologias e especificações técnicas e m reforços e recuperação de estruturas
• Reforços de fundação
• Contenção de taludes e m concreto projetado
• Obras de construção e m geral
• Manutenção civil e m instalações prediais e industriais
O uso de equipamentos adequados e de técnicas modernas, conduzido por especialistas de
alto nível, permitiu o aprimoramento de metodologias específicas nos diversos campos de sua
atuação. Com sede em São Paulo, possui filial Importante no Estado do Rio de Janeiro e
Representantes na área do Nordeste, com uma estrutura operacional para atender a todo
o território nacional.
Na área do Estado do Rio de Janeiro destacamos as seguintes obras já realizadas:
• Recuperação estrutural e construção de prédio "Bunker" para equipamento de Radioterapia Clínica Botafogo
• Recuperação e reforço do cais de atracação da Ilha do Paquotá para o Conorj-Cia. de
Navegação do Estado do Rio de Janeiro
• Recuperação das estruturas do cais de atracação do Ciaga-Centro de Instrução Almirante
Graça A r a n h a
• Recuperação estrutural da Barragem da Ilha dos Pombos
• Serviço de manutenção e recuperação das estruturas da Cia. Nacional de Álcalis
• Recuperação estrutural do hangar 8 e dos píeres Vilarino e Cecil Davies do late Clube do
Rio de Janeiro
Ao recebermos o convite para participar da publicação do livro ACIDENTES ESTRUTURAIS
NA C O N S T R U Ç Ã O CIVIL, sentimo-nos orgulhosos e m contribuir com a experiência de nosso
corpo técnico para o crescimento tecnológico desse segmento da engenharia, impulsionadora
do desenvolvimento brasileiro.
Nossa contribuição envolve a aplicação de uma técnica anticorrosiva com apenas quatro
décadas de existência no Brasil, que se denomina "Proteção Catódica", na qual somos
especializados.
Amplamente empregada nas estruturas metálicas enterradas e submersas como os dutos
industriais, cascos e compartimentos de embarcações, plataformas marítimas, estacas de
píeres e de cais de atracação de navios, emissários submarinos, adutoras e outras, a proteção
catódica é hoje uma das ferramentas mais eficazes para preservação física dessas estruturas
e, conseqüentemente, das suas condições operacionais, de segurança e ambientais.
Acreditamos que este trabalho possibilite aos leitores deste livro a expansão de seus
conhecimentos, particularmente quanto à corrosão e meios de proteção.
Eng.® Sidney Yukizaki
Diretor Técnico
Sytec 3 Engenharia e Controle da Corrosão Ltda.
Rua Álvaro Alvim. 31 - Gr 1701 - Cinelândia - Cep: 20031-010 - Rio de Janeiro - RJ
Tel: (021) 533-2629 - Telefax: (021) 262-9613
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Planejamento Urbano e Meio Ambiente
• Assessoria e m engenharia ambiental
• Elaboração e implantação de Planos de
Recuperação de Áreas Degradadas
•EIA/RIMA
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do os taças submersas
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Análise de Riscos
ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO CIVIL
Volume I
O objetivo primordial deste livro consiste em divulgar no meio
técnico as causas de acidentes estruturais importantes ocorridos na construção civil, com a esperança de que, através do estudo destes lamentáveis acontecimentos, possamos todos aprender como melhor evitar sua repetição.
Este primeiro volume constitui uma coletânea de 30 relatos técnicos, elaborados com ética e imparcialidade por engenheiros
de reconhecida capacidade profissional que participaram da apuração das causas destes acidentes, causadores de grandes prejuízos materiais e, não raro, responsáveis pela perda de preciosas vidas humanas.
Para facilitar a consulta dos leitores, os relatos foram distribuídos de modo didático em nove temas: erros de projeto e de
detalhamento, fundações, escoramentos, erros de construção,
contraventamento, pontes e viadutos, varandas e marquises,
corrosão e manutenção.
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