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 iv 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. Rua Anhaia. 964 - CEP 01130-900 São Paulo. SP 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, out / l 997 y tiragem: 1.000 exemplares, mar/2001 A* tiragem 1.000 exemplares.jul'2004

v M P

APRESENTAÇÃO

Acidentes estruturais na construção civil vêm ocorrendo em todo o mundo - em muitos casos com vít imas fatais - desde os primórdios da Engenharia. No Brasil a si tuação não é e nem poderia ser diferente, mas, a não ser pelos casos noticiados nos meios de comunicação, poucas pessoas, incluindo aí os profis-sionais da área, têm conhecimento destas ocorrências.

Os acidentes estruturais podem ter suas origens em qual-quer uma das atividades inerentes ao processo genérico cha-mado de "construção civil", processo este que pode ser dividido em três etapas: concepção, execução e uti l ização da obra. Pa-ralelamente a isto, podemos também visualizar o problema como uma conseqüência de ações humanas, tais como a fal ta de capacitação técnica do pessoal envolvido no processo (tanto na etapa de concepção como nas de execução e de manutenção), util ização de materiais de baixa qual idade, de causas naturais ligadas ao envelhecimento dos materiais componentes das estru-turas e de ações externas, tais como choques, a taques quí-micos, a taques f ísicos relat ivos ao meio ambiente e a taques b io lóg icos.

Nos dias de hoje alguns fatores contr ibuem decisivamente para aumentar a possibil idade de ocorrência de acidentes es-truturais. Em primeiro lugar temos o próprio envelhecimento das es t ru turas , espec ia lmente aque las de concre to a r m a d o ou protendido, que só agora estão entrando em uma fase que po-deríamos denominar de maturidade. Em segundo lugar, e con-tribuindo decisivamente para a aceleração da deterioração das estruturas, temos a poluição atmosférica causada pelo alto grau de industrial ização das cidades. Temos ainda o crescimento ace-lerado da construção civil, que provocou a necessidade de ino-vações, as quais trouxeram, por si mesmas, a aceitação implíci-ta de maiores riscos, embora dentro dos limites que são regula-mentados das mais diversas formas. Tudo isto, al iado às falhas inevitáveis inerentes ao ato de construir, formou um panorama bastante propício à ocorrência dos acidentes estruturais.

Evitar a repetição dos acidentes é um desafio para todos nós. É nossa obrigação, como profissionais, procurar reduzir o número de acidentes cujo crescimento vem prejudicando a pró-pria imagem da Engenharia Civil. Uma das formas para isto é a

divulgação, no meio técnico, de insucessos do passado, já que podemos todos aprender a partir da anál ise das causas que conduzi ram uma estrutura ao colapso ou a um funcionamento inadequado.

A bibliografia hoje disponível sobre este assunto ó muito reduzida, e podemos mesmo afirmar que a não ser por relatos apresentados em Congressos e Seminários, alguns publicados e m seus Anais - e, portanto, de restrita circulação -, não há qual-quer texto disponível sobre o assunto. Mesmo os relatos em Congressos e Seminár ios são, em sua grande maioria, voltados para uma eventual recuperação ou reforço da estrutura, não objet ivando mostrar as causas do acidente ou da anomalia es-trutural.

Por isto este livro, que tem como pretensão sistematizar o tema, faci l i tando o acesso de estudantes e profissionais de En-genhar ia e de Arquitetura à informação, aqui apresentada tecni-camente, contribuirá para o aprendizado e, conseqüentemente, para a diminuição da ocorrência dos acidentes com estruturas. C o m o os casos são muitos selecionamos para esta pr imeira publ icação textos que possam representar o melhor possível a vasta gama de causas dos acidentes que ocorrem com as es-truturas, contando para isto com a contribuição de vários profis-s i o n a i s d a E n g e n h a r i a B r a s i l e i r a , de i n e g á v e l m é r i t o e comprovada experiência em estruturas, que, transmitindo aqui um pouco de suas vivências, estão também dando um grande impulso para a formação 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

Augusto Carlos de Vasconcelos l~3~l Trincas em Alvenaria de Prédio Residencial 31

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

R H Recalques Provocados por Cravação de Estacas 43 Selmo Astrachan e Enio Ivan Bock

| i n Recalques Diferenciais em Prédio devidos a Estacas mal Executadas 49 Irani Rossini de Souza

p7~| Dois Problemas Relacionados a Cravação de Estacas 51 Carlos Henrique Holck

|"8~] Cuidados no Projeto de Fundações Superficiais 55 Roberto Possolo Jermann

[~9~] Recuperação de Piso Industrial Danificado por Recalques Diferenciais 61 Silio Pereira Lima Filho e Leandro de Moura Costa Filho

fiõ] Acidente em Fundação Devido a Insuficiência de Sondagem do Subsolo 67 Paulo Frederico Monteiro

[Tf| Dois Casos de Impermeabilização e Aumento da Capacidade de Suporte do Solo por Meio de Injeção de Resina Epóxi 81 Marnio E. A. Camacho c C E . d c M. Fernandes

ESCORAMENTOS [12] A Importância do Reescoramento em Estruturas de Concreto 89

Arthur Eugênio Jermann

ERROS DE CONSTRUÇÃO [l3| Falta de Projeto e de Supervisão Técnica Causa Queda de um Prédio em

Volta Redonda - RJ 95 Alberto Francisco dos Santos Filho

(l4l Dois Casos Relativos a Erro de Construção 99 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

Sérgio Marques Ferreira de Almeida e Vicente Custódio Moreira de Souza [17] Fissuras nas Travessas de Apoio de Viadutos Ferroviários 135

Ronaldo da Silva Ferreira ITsl Reforço do Viaduto Monte Seco 143

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 149

Nelson Araújo Lima [2Õ] Reforço Estrutural de Varandas de Prédio Residencial 155

Albino Joaquim Pimenta da Cunha [2l1 Acidentes em Marquises de Edifícios 161

Fábio Dorigo

CORROSÃO [22] Corrosão Causa Acidente no Viaduto Negrão de Lima 171

Nelson Araújo Lima [23] Corrosão e Proteção Catódica de Adutora em Concreto Protendido 181

Sidney Yukizaki [24] Substituição em Serviço da Fundação de Uma Torre Avariada por Reação Álcali-

agregado .. 185 Mário Sérgio Pereira de Lucena e Nelson Szilard Galgou 1

MANUTENÇÃO Í25l Deterioração Estrutural em um Estádio de Futebol no Rio de Janeiro 195

Vicente Custódio Moreira de Souza

CONCLUSÕES 201

INTRODUÇÃO

1 PEQUENOS INCIDENTES, GRANDES PREJUÍZOS GRAVES ANOMALIAS DE FUNCIONAMENTO

PAULO CHAVES DE REZENDE MARTINS 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 certe-za, 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 profissio-nais. 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 gran-des conseqüências, que trataremos neste artigo. Abordaremos as anomalias que pudemos consta-tar 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 estrutu-rais 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 desempe-

nha 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, confor-me 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 m2). 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, es-tando livres para se deformarem e tendo vãos cada vez maiores, fazem do efeito das deforma-ções (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 NBR-

6118, preconizam que todas elas devem ser analisadas em dois níveis: adequação de sua res-posta 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 verifica-ções 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 pas-sava 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 elemen-tos de contraventamento mais leves, tomaram as edificações mais esbeltas e, portanto, sujeitas a estados de deformação anteriormente não percebidos. O aumento do gabarito das constru-ções, 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 con-creto possam se desenvolver livremente. Este processo é particularmente crítico na primeira laje de apar tamentos . Esta, carregada com uma carga permanente e levada - peso 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 evolu-ção 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 con-siderável. 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 dis-positivos adequados para evitar as conseqüências indesejáveis". Tal sentença contém o concei-to básico que deve nortear a verificação da deformabilidade da estrutura. Todavia, isto não ocor-re como regra geral nos projetos em concreto armado. Examinar flechas não é feito, preferindo-se, 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 proble-mas culmina por comprometera durabilidade da estrutura, provocando desagregação dos mate-riais 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 con-cebidas 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 eventualmen-te 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 associ-adò 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 concre-to 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 elemen-tos 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 medi-

das 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 nitida-mente 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 constru-ção para assegurar durabilidade adequada e manutenção a custos compatíveis com a capacida-de 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 ado-

ção 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 valo-res 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 responsá-veis, 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 con-cluídas 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 tam-bém inadequadas. Nesses casos, salvo quando há engenheiro qualificado para efetuar mudan-ças no projeto, elas devem ser solicitadas ao seu autor,

• montagem deficiente das formas, deixando desníveis ou vazios entre as pranchas de madei-ra, 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 aplica-dos, permitem a infiltração de umidade e outros agentes agressivos comprometedores da dura-bilidade 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 pro-cesso 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 exter-nos. Os pilares que eram em concreto aparente também apresentavam baixíssimo grau de deterio-ração. 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 fiscaliza-ção 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 arma-duras 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 particula-res como para os públicos (Municípios, Estados e União). Com menor freqüência ainda, possu-em 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 permanen-tes. 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 desta-que 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 técni-

co 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. Am-bos os casos, utilizados os instrumentos adequados, devem ser tratados com a mesma profun-didade 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 fun-ção 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 critéri-os-padrão normatizados, o espírito crítico e criador do engenheiro deve buscar soluções alter-nativas 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 s i s t e m a do f i sca l i zação po r p e s s o a l o fo t i vamon to qua l i f i cado d e v o se r i m p l a n t a d o p a r a 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 represen-tam 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, de-vem 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 servi-ço. 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, segu-rança e funcionalidade exigidos.

Ao Estado, como responsável pela gestão do patrimônio público cabe tanto a responsabilida-de de cliente, exigindo qualidade nos produtos que encomenda, como qualidade na fiscaliza-ção, 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 desa-fios 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

2 O DESABAMENTO DO PAVILHÃO DA GAMELEIRA DR. ENG* AUGUSTO CARLOS DE VASCONCELOS

1 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 pode-rem 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, respecti-vamente 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 P.3 P.4 P.5

PLANTA P.6

V.100#V.200

- J .

P.7 P.8

V.101 dV.201

P.9 P.10

V.102 e V.202 V.103 • V.203

ELEVAÇÃO

I , . . ^ • r t v . J I II ! -L

r £ b m 40m

X i ' l

30m

JLIX. JL < » 65m 65m 20 m

Cargas fornecidas pelo calculista (Centradas noa tubulões) P.1 = P.6 =2 .200 tf P.2 = P.7 =1 .650 tf P.3 = P.8 = 1.700 tf P.4 = P.9 = 2 850 tf P.5 • P.10 • 2.500 tf

Profundidade total dos tubulâes (em m) (inclusive comprimento da bate) P.1 » 1 2 . 9 P.6 • 15,0 P.2 = 1 9 . 2 P.7 - 1 4 . 8 P.3 = 15.8 P.8 - 1 5 . 6 P.4 = 15.6 P.9 • 16.6 P.5 =12 .5 P.10 - 1 3 . 0

Direção do desdmbramento 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/cm2 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 subme-tidas 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 inver-sa da usual: dos apoios para o centro. Isto justificava por si só o aperto das escoras, inde-pendentemente 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 opera-ção 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 máxi-mo 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 transver-sal 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 pré-vio. Não houve tempo para a fuga e apenas os que estavam na periferia conseguiram esca-par, 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 imediata-mente 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 mapeamento de f issuras na estrutura remanescente, já totalmente reescorada. Esse mapeamento é reproduzido nas figuras 2 e 3.

V.100

V .101

V .102

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Manchasno c^rx^eto

' - O I I Gârgula T T

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P.3

P.4

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Torre da escada T T P1

TTTTTI Torção inferior

Vistas de fora

P.2

Girqula^ j / K . y \ x x

V _ Trincas da faca infnrior da viaa

Girgula —

-Trincas da fac« inferior da viga

Mapeamento das fissuras existentes nas vigas re-manescentes V100 a V102. vistas pelo lado ex-terno. As fissuras na par-te Inferior (tracionada)sÃo muito finas, numerosas e com espaçamento peque-no e uniforme, da ore* do 20 cm (conforme i cado na figura por] nas flechas)

V .200

V.201

V. 2 0 2

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Gârgula

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P . 8 _ _ Gârgula • a P.7

~ r v p I 7 Remendadas

Vistas de dentro

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concre^

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P.9

Mapeamento das nas vigas V200 a

\ p g visto por de atro.

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 esmigalha-da 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 quadricula-do 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 concre-to. Além disso, a ausência de ferros de cunhagem do bloco parcialmente carregado acarreta-va grandes trações no concreto. Essas trações eram agravadas pelo efeito térmico no vão

Vista cio pilar P9 e parte da estrutura remanescente. A V203 que se apoiava neste pilar teve um canto triangular do apoio esmigalhado e desceu destruin-do arestas de P9. Note-se as 100 barras de ligação sem concreto aderente.

Foto 2

Vista do pilar P4 que também apoia parte da es-trutura remanescente. Somente uma das 100 bar-ras d e l i gação p o s s u i t o r r ã o d e c o n c r e t o aderente.Entre as demais barras vê-se o concre-to esmigalhado.

Vista do pilar P5 após o desabamento. Note-se a quantidade de barras da viga V103 que atraves-savam o apoio entre os ferros de l igação es-condidos no concreto que sobrou da viga. A incli-nação sofrida pelo pilar ó prova do enorme esfor-ço horizontal.

2 R 3 K 9

Vista de uma das vigas V103 ou V203 cortada para remoção dos escombros. Note-se a armadura de flexão reunida em feixes de 3 para obtenção de 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 Horizon-te 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 entretan-to 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, consi-derado 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 disposi-ções 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 ten-sões 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/cm2, 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 cons-trutor 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 cons-trutor. 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 concen-tração 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 respon-sável 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 exces-siva 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 neces-sário. 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 alve-naria 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 m2

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 (figu-ra 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.

Detalhada laje nervurada

Mesa de compressão

Lajota (20 x 20) Nervura

(25x70)

P12 (25x70)

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12

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P16 (25x100)

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 cm 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 concre-to 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

Área de serviço Cozinha

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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

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 máxi-mas 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 19 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 expli-cação encontrada seria por conta do pavimento imediatamente abaixo (pavimento de uso co-mum) 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 supe-riores. a presença de paredes de alvenaria sob as lajes contribuiu para uma progressiva diminui-ção 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 e Execução de Obras do Concreto Armado - NBR 6118/88, ABNT, Rio do Janeiro, Brasil.

3. Cunha AJP. Souza VCM (1990), Esbeltez e Flechas em Lajes de Concreto Armado. II Simpósio EPUSP sobro Estruturas de Concreto, Sào Paulo. Anais • Vol. 2, 475-497.

4. Queiróz Cunha Engenharia Ltda. (30/04/90), Análise Estrutural de Edifício Residencial. Rio de Janeiro, BR, 15 pág.

4 INSTABILIDADE DE PILARES EM UM GALPÃO COMERCIAL EM DUQUE DE CAXIAS - RJ

VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA PhD, MSc, Eng® Civil, Prof. Titular d o 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, deve-se 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 estru-tura(planta)

Quadro 1

Deslocamento dos pilares (em cm)

l 4 | A N Á L I S E D A E S T R U T U R A

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 momen-tos 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.

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

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 possibi-litando 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 carrega-mentos, aí compreendidos a força normal e o momento fletor. Para isto, recomendou-se a utili-zação 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 omiti-dos 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 ocasio-nado 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 S E L M O A S T R A C H A N

Eng® Chefe da Comiss io d e Vistorias da Secretaria Municipal de Urbanismo d o Rio de Janeiro n o perfodo d e 1989 a 1994. Diretor Técnico d o Instituto Estadual d e Engenharia e Arquitetura da Secretaria de Obras e Serviços Públicos d o Estado d o

Rio de Janeiro. E N I O IVAN BOCK.

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 relaciona-do 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, confor-me o relato que se segue.

Há alguns anos, na qualidade de responsáveis por setor da Administração Municipal da cida-de 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 fina-lidade 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 Secretá-

rio 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.

Eng" da Secretaria Municipal d e Urbanismo d o Rio d e Janeiro Diretor da BASECONSULT Engenharia Lida.

1 INTRODUÇÃO

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 anterior-mente demolido; para tal fim escavou-se toda a área do terreno até uma profundidade próxi-ma do nível das sapatas do prédio vizinho, objeto deste trabalho. No desmonte das funda-ções 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

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 e média, aittota cor cinza dara. medianamente compacta

Areia fina, média e grosta, elltota, com pedregulho», cor dnza dara, compacta e multo compacta

Impenetrável

N° de golpes/50cm Perfil geotócnlco SP-3 e gráfico de cravaçáo das estacas

Aterro de ailte

[ 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 predomi-nantemente 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 cama-da 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 camada fofa com cerca de 7m de espessura. As camadas 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 vibra-ções 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 profundi-dade. Observando os gráficos da figura 2, verificamos que entre 10m e 13m de profundida-de, 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 sapa-tas do prédio acidentado.

6 CONCLUSOES Considerando-se que cerca de 20 estacas já haviam sido cravadas, na metade corres-

pondente 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 funda-ções 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 pro-vocados 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

IRANI 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 conven-cional 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 dimen-

são apresentava-se conforme a figura a seguir. P1 P2 P3 P4 P5 P6 P7 P8 P9

F r

n t e

P16

P10

P17 P12 P13 P14

P15

P21

P9

P25

P18

P22 P19 P20 P21

P 2 6 P27 P28 P29 P30 P31 P32 P33 P34

P11

P23

P35

37m Planta áo; nível das cintas do fundação

Perfil esquemátlco do solo de fundaçõo

Argila arenosa

Argila / / / / / / / / liltota / / / / / Nm«d=8/30 cm

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 con-trole 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 crava-ção. 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, decorren-te 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 compri-mento 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 esta-cas 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

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 medi-das técnicas ou gerenciais tivessem sido adotadas. Em nenhum dos casos houve perda de vidas humanas ou mesmo feridos, apenas danos materiais e prejuízos decorrentes.

A cravação de estacas por percussão em regiões urbanas provoca, freqüentemente, um grande incô-modo 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.

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 espes-sura. 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, as-

sentados 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 des-crito acima e o outro, mais recente, era de concreto armado.

INTRODUÇÃO

V Caso: CRAVAÇAO DE ESTACAS NAS VIZINHANÇAS DE CONSTRUÇÕES COM FUNDAÇÃO SUPERFICIAL

2 | APRESENTAÇÃO DO CASO

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

camada inicial de areia compacta, em seguida atravessaram camadas de argila mole para, f inalmente, atingirem um solo de alteração mais resistente onde era obtida a nega.

A travessia da camada de areia provocou grandes vibrações nas camadas superficiais do terreno, justamente onde estavam assentes as fundações das construções afetadas. Essas v ibrações causaram um adensamento das camadas superficiais do solo e provocaram recalques diferenciais nas fundações das casas, tendo como conseqüência o surgimento de grandes rachaduras nas paredes de alvenaria, com a inclinação típica das rachaduras oriun-das 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 tranqüil izaram-nos, explicando que seus imóveis não corr iam perigo de de-sabamento iminente e que os danos seriam reparados ao final da obra.

Por medida de precaução, o método de cravação foi modificado, sendo inicialmente exe-cutado, 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, nem com suas promessas e nem com a mudança de método de cravação: em 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. Além das dificuldades e custos adicionais por terem as obras paralisadas, foram 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 com efeito cascata: os incorporadores, considerando haver contratado construtoras responsáveis, pro-cessaram-nas para se ressarcirem dos prejuízos; as construtoras, por sua vez, processaram as cravadoras de estacas, suas subcontratadas; todos processaram suas respectivas segu-radoras.

Como evitar problemas semelhantes As sondagens realizadas nos locais das obras apontavam para uma solução em funda-

ções profundas e as estacas de tipo Franki mostraram-se as mais econômicas em ambos os casos. Estacas escavadas ou estacas cravadas com macacos não provocariam as vibrações causadas pela cravação a percussão, mas não competiriam em preço com as de t ipo Franki.

A experiência demonstrou que a execução, com um trado, de um pré-furo, minimizou os problemas com 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 dife-

rentes, 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 plane-jamento 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 executi-vo foi desenvolvido por uma empresa consultora e, além disso, foi contratada uma outra consul-tora especialmente para fazer o gerenciamento da construção.

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 for-madas 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 profundida-

des 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 conheci-mento 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 inter-romper a cravação das estacas H na profundidade prevista inicialmente pelo projeto e, como reforço, cravar estacas adicionais, também em perfis H, de mesmo comprimento.

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.

APRESENTAÇAO DO CASO

CONCLUSÃO

CUIDADOS NO PROJETO DE FUNDAÇÕES SUPERFICIAIS ROBERTO POSOLLO JERMANN

MSc, Eng° Civil, Prof. Adjunto IV d o 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 possí-veis (inclusive as relacionadas com prazos limites para inauguração), pode-se, ao mesmo tem-po 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 mencio-nadas, 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 pre-viamente compactado, que, como na maioria dos casos em Minas Gerais, é de natureza predo-minantemente 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, permi-te-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 ero-sões 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 pró-pria 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 tan-que 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 velocida-de 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-

Tanque em concre-to armado (planta e corte) para recebi-mento e tratamen-to de efluentes in-dustriais

Corte A-A

mente o desnivelamento entre trechos da canaleta despertado pelo atrito entre paredes de alve-naria 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, acompa-nhadas 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 po-dem 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 anoma-lias 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 as-sim possíveis conseqüências danosas ao funcionamento do conjunto:

Detalho da face sul do tanque onde sâo interliga-das 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 m2 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 2a 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 funda-ção 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 superfi-

cial 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.

CUCNTfc CONCESSIONÁRIA DE VEÍCULOS

LOCAL' DUQUE DE CAXIAS - RJ.

c s c ^ 1 í1 OQ l°*T* 27/ CTFi?1 OtStNHO;

SONDAGEM: S P - 2 COTA:-2,09 m 63,5

W™ 34,9 50 , 8

89kg - Afturo do 75cm

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Fig. 1

Porffl de sondagem

[ 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 execu-tado 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 primári-os 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 cau-sar, 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 economi-camente, 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 execu-ção 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 m2 , 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 loca-ção 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

E E B Detalhe das trincas no piso dos escritórios situa-dos 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 15a 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 perfura-ção 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.

10 ACIDENTE EM FUNDAÇÃO DEVIDO A INSUFICIÊNCIA DE SONDAGEM DO SUBSOLO

PAULO FREDERICO MONTEIRO Eng.® Civil . Geren te Técnico de Estacas Franki Ltda. Professor d e Fundações da FEUERJ,

Professor de Fundações e Mecânica d o s 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 and Sampling Operations. Harvard University Series n9 36 (1943).

f T I 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 VI 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 índi-ces 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).

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 Cota da base Variação das cotas de base

SP-1 -3,00 m SP-2 -2,00 m SP-7 -4,00 m para toda a obra: SP-8 -2,00 m SP-9 -3,00 m de -1,00 m a -4,00 m

SP-10 -2,00 m média - 2,30 m SP-11 -3,00 m SP-12 -4,00 m SP-13 -1,00 m para os setores II e III: SP-14 -2,00 m

para os setores II e III:

SP-15 -3,00 m 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.

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 SP-2 SP-11

Resistência de fuste (tf) 42,17 48,26 Resistência de base (tf) 310,35 341,10 Resistência total (tf) 352,52 389,36 Distância entre a sondagem e a estaca = 40m = 70m

• CONSTATAÇÃO DO DESEMPENHO DAS FUNDAÇÕES

• 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 deta-

lhado. tendo-se chegado aos seguintes valores: • Carga de ruptura estimada :

Método Valor

Van der Veen 215 tf Mazurkievicz 217 tf Terzaghi 212 tf NB 51/78 185 tf

• Carga crítica: 116 tf ( Zeevaert - 1972)

• Resistências estimadas para a estaca : Resistência lateral: 59 tf Resistência de base: 156 tf Resistência total: 215 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 compa-tível 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 N O V O S E N S A I O S

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 § CN

- 0681.

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(0 2> <0 o o o c= 12 O

Provo de carga da estaca P33-b (es-cavada)

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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 mm Recalque permanente 89.62 mm Recalque elástico 12,90 mm

Prova de carga da es-taca P 3 !2-tj (FrankJ)

Argila siltosa pouco arenosa

Areia pouco argilosa

Argila siltosa com areia

Argila arenosa

D.1

Rp(kgf/cm2)

0 100 200

1.0-

2.0-

3.0-

4.0-

5.0-

6.0.

7.0-

8.0 .

9.0 -

Estaca P 312-b D.3

NT = 0.47 m Rp(kgf/cm') ^ SPQ-1 0 100 200

10.0 k Locação

Novos onsaios em solo com baixa re-sistência na base alargada da estaca Franki

SPG-1

Foram executados 55 furos de diepsondering e 2 furos de sondagens SPT. Pela análise des-tes 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?

de carga

SETOR VI

Área onde foi detectado solo com baixa resistência na região das bases das estacas

o 55 Ensaios de diepsondering

• 2 Sondagens SPT

+ Prova de carga na estaca 312-b

o SETOR

VII O SETOR VIII

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, valen-

N • t 2 N i do para a estaca tipo Franki t u = e para uma estaca-raiz M =

A - E A - E

Solo de baixa resis-tência na região das bases das estacas Já executadas

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 so-freriam 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 , igualan-do este recalque chegamos a relação entre a rigidez das estacas Franki e a rigidez da estaca-raiz, 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

Estaca-raiz N* 72

Estaca 0 4 P 235-J Rpíkgf/cm1)

0,00

-5,00

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 25mm - inclinadas a 5% para a carga máxima de 70 tf; 88 0 25mm - 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 saber :

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 50 Carga (tf)

1 2

E 3 E. 4 í 5

6 tr 7

8 9

10 11 12 13

100 150 — i — | — i — i — 70 1 1 1 1—u s

3.69 mm

\ \

Rompeu o e emento estrutural da estaca 1

§ -2"

Estaca N° 24 50 Carga (tf)

100 70 i/> o ,1.35 mm

^ 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

150

Provas de carga nas estacas-raízes

Bloco não concretado

Planta

Planta

Planta

Corte •

Bloco já concretado

Corte

Estrutura já concretada

Corte

+ * r

<U

h •

• L

* j

• 1

0

J Í L

S S s

Detalhe de incorporação da estaca-raiz no novo bloco envolvendo o bloco existente T o r r e ^ ^ ^

Travessa metálica

Escora metálica

Furo trone» cônico

B loco - " " existente

G Detalhes dos blocos de coroamento das ostacas

w

J

x

.Macaco hidráulico

2* Concretagem

— Bloco novo

1* Concretagem

Estaca-raiz

- Instalação da torre metálica

- Aplicar carga de 21 tf na estaca-raiz

- 1 " concretagem até o topo da estaca-raiz

- Retirada da tone metálica

-Recuperação dos chumbadores

-2* concretagem até o topo do bloco

Setor Pilar Velocidade de recalque ji / dia

Setor Pilar T dia 14' 21' 28' 49' 70' 91' i o r 128' 149* 169' 101 40 2 — — - 5 104 24 4 2 5 5 1 105 37 1 1 1 3 4

I 112 14 3 10 13 5 10 119 54 2 2 8 0 1 121 4 10 3 2 2 6 124 26 3 8 2 1 17 125* 1 10 18 0 2 6 126* 0 10 11 0 0 3 208 66 19 1 10 2 3 211 88 26 8 16 4 1 214 6 47 20 0 3 1 216 71 25 0 18 1 9 219* 43 36 4 7 1 5

I I 222' 0 33 1 5 3 2 224 34 15 2 8 10 2 227" 91 9 26 28 2 2 229* 18 46 3 7 10 1 235* 84 36 — — — —

238 79 28 1 3 11 2 311 46 41 42 6

I I I 312* 49 32 13 16

I I I 316 18 10 3 10 321 28 12 8 6

1 16 18 1 19 6 30 28 11 3 19 40 21 30 9 60 57 13 5 — 24 43 21 28 39 31 24 8 - 40 21 33 17 50 33 24 12 6 48 40 26 26 39 48 35

VII I 13 29 49 26 28 21 52 39 10 22 6 43 48 25 32 59 13 45 25 9 25 52 26 47 25 28 37 30 5 28 48 34 50 23 25 40 34 - 25 • 57 3 14 45 7 33 36 6 9 73 21 — — 6 36 38 0 13 19 20 60 55 20 35

Fig. 10

Resumo com os re-sultados obtidos das velocidades de recal-que dos pilares

• Pilares que sofreram reforço com ostacas-ralzes " dias em que foram efetuadas a s leituras de recalque

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 inclina-ção 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;

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 indi-

cavam um solo de baixa resistência, a estrutura foi liberada para a firma construtora continu-ar os serviços normais na obra.

Para um perfeito controle do desempenho das fundações, como recomenda a Norma de Fundações, foi executado um controle de recalque de alguns pilares da obra, abran-gendo aleatoriamente toda a área construída, tanto do embasamento 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 lança-mento 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 refor-çadas tiveram idêntico desempenho ao dos pilares cujas fundações não foram reforçadas, o que comprovou a eficiência do reforço das fundações.

Durante a elaboração do projeto, quando se analisavam as sondagens disponíveis, consta-tou-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 pro-fundidade), 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 exe-

cução 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 Funda-

ções, nos tomemos mais corajosos e com mais firmeza solicitemos MAIS informações sobre este vilão que é o "solo desconhecido".

" 7 1 CONTROLE DE RECALQUE DOS PILARES

CONCLUSÃO

11 DOIS CASOS DE IMPERMEABILIZAÇÃO E AUMENTO DA CAPACIDADE DE SUPORTE DO SOLO POR MEIO

DE INJEÇÃO DE RESINA EPÓXI ENG* MARNIO E. A. CAMACHO

Diretor Presidente da Tecnoso lo 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 espe-ciais, 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 ca-sos 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 finalida-de 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).

CroquI de localização da barragem em Monlevade

VERTE DOURO OC CRISTA

RIO PIRACICABA

CANAL 0€ DESCARGA DE FUNDO S

TOWAOA D-AGUA

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-

ORIGINAL

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 "razo-ável". 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 preen-chimento 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 imper-meáveis, conforme ficou plenamente comprovado após a retomada em serviço, com reservató-rio pleno, da barragem. Constituiu-se, à época, numa solução pioneira (ver figuras de 3 e 4).

Ombreira esquerda (ase de tratamento na emergência

Ombreira esquerda situação definitiva

MATERIAL GRANULAR

FUROS P/ INJEÇÃO DE EPQXl

CORTINA SUBMERSA D E ESTACAS PRANCHAS METÁLICAS

RRO MATERIAL

ARGILOSO

> DRENO 1 /

TIRANTES DE BARRA

T IRANTES DE CABO

t

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 pres-sões superiores a 5 kgf/cm2. As velocidades de recalque medidas eram de 350p/dia e crescen-tes, 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 Capa-cidade 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 pos-sível abrir acessos até as sapatas e aumentar suas áreas, compatibilizando as cargas das colu-nas 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 esfor-ços ao nível da infraestrutura. (Ver figuras de 5 a 9).

K G »g.5 l Corte esquemático

D E T A L H E DA F U N D A Ç Ã O C O M P R O M E T I D A

Sapata subdlmen-sionada apresentan-do recalquos

Injeção de epóxi para aglutinar o material arenoso à sapata

Abertura da cava para execução do re-forço 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

ARTHUR EUGÊNIO JERMANN Eng" Civil, ex-professor da Universidade Federal Fluminense, da Universidade Federal do Rio de Janeiro e da Pontifícia

Universidade Católica do Rio de Janeiro

12

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 constru-ção 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

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 armaze-nava, 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.

Executado o primeiro módulo, foi afrouxado seu escoramento na parte da manhã do dia mar-cado para acompanhamento da operação, com a presença dos diversos engenheiros respon-sáveis 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 afrou-xar mais o escoramento, verificando, para sua surpresa, que apesar disto a estrutura continuava

NO RIO DE JANEIRO

Corto longitudinal da cobertura do estádio de futebol

a se apoiar no escoramento do trecho em balanço. Aguardou então a volta do almoço dos de-mais 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. Exami-nando o projeto estrutural, o diretor técnico da firma projetista da estrutura verificou que a funda-ção 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 apresenta-da 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 estru-tura 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.

Em Belo Horizonte, um edifício de 30 pavimentos estava sendo construído sobre fundações superficiais, assentes em terreno de capacidade resistente satisfatória. O edifício era proprieda-de de uma instituição religiosa, cujos recursos financeiros eram limitados. No lote ao lado (va-mos dizer que este prédio era de esquina) a mesma firma que executara as fundações do edifí-cio 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 mes-mo, 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 Departa-mento de Fiscalização de Elevadores.

Solução adotada para equilíbrio da estrutura

~3~1 EDIFÍCIO DE 30 PAVIMENTOS EM BELO HORIZONTE

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 pro-blema.

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 pavi-mentos, 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 neces-sário 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 bench-marko 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 Lâmina 7 m

Sangria

PLANTA

Avenida

Tubulões

Esquema do um ecfití-cío de 30 pavimentes em Belo Horizonte.

ERROS DE CONSTRUÇÃO

13 FALTA DE PROJETO E DE SUPERVISÃO TÉCNICA CAUSA QUEDA DE UM PRÉDIO EM VOLTA REDONDA - (RJ)

ALBERTO FRANCISCO DOS 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 toma-

se 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, aconte-ceu 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 desa-bamento.

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.

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Notícia publicada no Jornal *0 Globo'

Sem analisar os depoimentos e as informações constantes do processo conduzido pelo CREA-RJ ( 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 "Esclarecimen-to", 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 aplicar-se 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 acon-

teça 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 CREA-RJ, 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 estrutu-ral, 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, prove-nientes dos apartamentos já habitados, do peso próprio de parte da estrutura e da sobrecarga da operação de concretagem da 41 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 acumula-va 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 con-creto, 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 inte-gralmente durante a construção quanto a características, dimensão e posicionamento dos com-ponentes.

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 acom-panhamento 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 operá-rios 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 in-competência significará o uso indevido de sua prerrogativa de tomar decisões que serão acei-tas pelos leigos, sem questionamentos.

Em geral os acidentes na construção civil são ligados à estrutura da construção onde usual-mente 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 constru-ções, relativos a estabilidade, além da responsabilidade do encarregado e de sua capacidade de comando, não se deve abrir mão da experiência na avaliação da capacidade de carga do terre-no 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, conhe-cendo 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 acom-panhamento 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 t h UFRJ (Departamento dc Estruturas), Diretor t h 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 posteri-ormente 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 deter-

minar 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 tur-no, 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 vaza-mento ocorria na mesma cota da não-conformidade relatada, o que corroborou a hipótese inicial.

[~3l 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 procedi-mentos de garantia de qualidade tivessem impedido o arquivamento do relatório de não-confor-midade 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.

22 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 transfor-

mar 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 trans-formar 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 supor-tavam as lajes do primeiro andar e do forro. Na verdade, quase todo o peso desses dois pavi-mentos 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 supor-tar a carga que lhe foi transferida.

CONCLUSÃO Uma obra de transformação de uma residência numa loja, embora realizada por um engenhei-

ro, 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

15 PATOLOGIA DA CONCEPÇÃO ESTRUTURAL DE EDIFÍCIOS ALTOS

PÉRICLES BRASILIENSE FUSCO 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 significa-tivo 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 decor-rentes 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. 2a

Efeitos de 2* ordem

Fig. 2b

Elementos de con-traventamento e elementos contra-ventados

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

q j ^ T • ' Pilares de

contraventamento

Comportamento de placa Comportamento de chapa

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,

n

p,

Funcionamento bási- &////////. co das estruturas de contraventamento

F,

P,

A

( a j L A J *

'P,

Pilar de

; p,

A Pilar

Fi* F,

Efeito global para contraventamento contraventado o cálculo de M,

Fig. 2d

Contraventamento em edifícios altos

£ i F ' ®

L^i ®

0)

P. P.

• / / / / / /

H. p-

F** F»,

Efeito global para contraventamento contraventado o cálculo do M,

1° Fase

2a Fase

3a Fase

Ruptura Interna

9 5a Fase

Fig. 2e

Andamento das evi-dências observáveis

• UM EXEMPLO CRITICO Trata-se de um conjunto de quatro edifícios idênticos, construídos simultaneamente, que apre-

sentaram 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

o 00

Arranjo geral da es-trutura - fôrmas do andar tipo

V.101

V.101

O (O

Pavimento 'tipo* (2« ao 15°)- obser-vações iniciais

I Panorama Iniciai do fissuraçâo (1ê dia)

Evolução da fissura-çáo-1*fase(8«cfa)

Alvenaria

Fissuras tipo @

V114

8

Fissuras indicativas de movimentação da estrutura

- t

Fissuras tipo ( 5 )

V115

V106

V117

s

v •• * . •

V • • 1

3 -

(gX, v . io i

F

V.104

P1

4 -

P2

CO

Evolução da fcsi *a-çôo-^fas© (srtuo-çèocritca)

10° dia

= 6.8 m = 4,2 m = 3.25 m s 3,5 m Cobortura

15*

14°

m m 13°

n 12°

( 0 ; 11*

o 10°

CD 9°

(0 8°

o 7*

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i l i i 6°

5°

T 4°

o 3*

2*

1*

Térreo

< « 3 2 m >

Dimensões aproximadas

Arranjo geral dos pi-lares do prédio CORTE LONGITUDINAL

Efeitos de 1* ordem

Fig. 9

Forças horizontais devidas a excentrici-dades ou desapru-mos inevitáveis

Vento

F o r ç a s l íór izonta ls 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 •

412 327*

<o

P14

Arranjo gorai do reforço provisório. Andares 2*. 53. £». 11*, o 1-1® (1*fas9)

354

4016

327' 412

CM

3016 Peroba

3016

P10

Ç <N 4) X

OJ R-

P15

4016

3016

P7

3016 Soldas

3016

3P16 P17

3016

k CM X

b

ç CM

0 ) X

04 í -

Fissuras diagonais da emenda por «ras-passe do 2 andares (casoí)

(Nâo sistemático) ^ d a r superior sem reforço

< Direção do movimento

Fim do tirante

Ponto fixo Andar inferior com reforço provisório

Andar superior com reforço

Ponto fixo

Fissuras diagonais da emenda por tres-passo de 2 andares .(caso 2)

(Nâo sistemático)

Fim do tirante

Direção do movimento

Ki

V.102

V.103 V.104

Pilares do extremi-dade - Novo siste-ma do fissuração -(Náosistemáticc)

V.101

V.106

V.109

S W A V A X S S 03 VA

8U"A

assa

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O ^ 3 5

S U A

ÍN a!

VIVA

Efeito das bieias do extremidade (nôo sistemático)

£

Princípios gerais de reforço defini-tivo

V.104

P15

V.109

pn

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 ade-quados 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 visí-veis 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 começa-ram a causar preocupação no final da construção, quando os apartamentos foram en-tregues 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 inici-al 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 tra-balhos 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), apa-recendo agora a fissura (7). Em um dos edifícios, as fissuras (6) e (7) prolongavam-se pelas alvenarias e estendiam-se 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 restabele-cer o equilíbrio dos pilares que não possuíam rigidez de flexão apreciável e não dispu-nham 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 estru-turais, 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 t raspasse, 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 facha-da 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 refor-ço 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 c i v i l 1 2 7

ACIDENTE NO VIADUTO DA 2a PERIMETRAL DO METROREC - RECIFE

SÉRGIO MARQUES FERREIRA DE ALMEIDA MSc, Eng° Civil, Prof. Assistente d o Departamento d c Engenharia Civil da Universidade Federal Fluminense

VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA PhD, MSc. Eng 8 Civil. Prof. Titular d o Curso de Mestrado em Engenharia Gvil da Universidade Federal Fluminense

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 duran-te 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.

•

16

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 con-creto 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

t 80 ^60 .70 =50- Seção transversal do tabuleiro

P T ^ ^ ^ C X l Z J B • a

Planta do tabuleiro n z i B . . . B . . . . B 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 pirâmi-des, 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 adequada-mente, os mesmos romperam quando o volume de concreto fresco do vão P4/P5 atingiu aproximadamente 80% do previsto (ver fotografia 1). O rompimento dos aparelhos de descimbramento provocou o recalque generalizado e aleatório da parte da estrutura já exe-cutada. O que impediu a "reação em cadeia", absorvendo os esforços adicionais gerados pelo impacto, foi o adequado dimensionamento do escoramento, aliado a cuidadosa execu-ção, 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 endureci-do, fez-se uma vistoria preliminar, com base na qual concluiu-se pela viabilidade técnica e eco-nômica 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. vistoria pormenorizada; 2. análise estrutural; 3. macaqueamento da estrutura para a posição original; 4. recuperação das partes afetadas e conclusão da estrutura; 5. 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 principal-mente à aderência concreto velho/concreto novo e à eficiência da colmatação das fissuras ocor-ridas 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 mate-riais 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 con-creto 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 interrup-ção da concretagem, com posterior retomada, provocou alterações, em relação à análise desen-volvida quando da elaboração do projeto, das características mecânicas das seções transver-sais 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 modi-ficação da idade de aplicação da protensão.

Assim, estes dados foram introduzidos no programa de análise de estruturas reticulares utili-zado 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), dei-xariam 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 apare-lhos de medida; realização da prova de carga; cálculo das deformações teóricas); e apresenta-ção 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/ 80. Rio do Janeiro. 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.

17 FISSURAS NAS TRAVESSAS DE APOIO DE VIADUTOS FERROVIÁRIOS

RONALDO DA SILVA FERREIRA Eng° dv l l , prof. do Instituto Militar de 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 . 20

£

S.

S

1055

520 100 380

Jl'

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36

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150 170

115 200 ^ Seção transversal da superestrutura

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155 150 155

Seção longitudinal em um dos pilares 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

X Ç p x j g g T

\ Senbdo dos esforços sollcítantes

Os esforços de compressão são absorvidos pelo concreto, enquanto os de tração são resisti-dos 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 cm2 (Aço CA 50)

A armação colocada na região era composta por 4 estribos duplos de diâmetro 10 mm, totalizando 11,36 cm2. 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 ar-mação:

As = 1.4 x 1531 / 43,5 = 49, 27 cm2 >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 cm2

A seção de ferro existente no local era de 17,04 cm2. 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.

40 40

2 c o o

248

10 0 10 mm

ArmaçÃo de suspen-são das cargas na travessa de apc*o

8

CORTE A-A

195 60

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 insufici-ente 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 cm2

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 tra-

vessas 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 rea-ções de carga móvel foram consideradas como transmitidas à estrutura de reforço.

22,5 150 :,5 150 22,5

1 — r r

8

VISTA SUPERIOR

Pilar de reforço

Pilar existente

Fundação

Travessa de apoio existente

Armadura de ligação

CORTE A-A Reforço dos pilares baixos

CONCLUSOES As fissuras nas travessas de apoio do topo dos pilares ocorreram em cinco viadutos ferrovi-

ários 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 mes-mas 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 suspen-são 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 ele-mentos estruturais. A solução adotada para reforço foi transferir parte da carga da superestrutu-ra diretamente para o bloco de fundação através de pilares adicionais, evitando assim a remo-ção 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

18 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

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 finalida-de ó a de transpor o vale no qual situa-se a Estrada de Ferro Vitória-Minas (EFVM), de proprie-dade da Companhia Vale do Rio Doce (CVRD).

O objetivo deste trabalho é apresentar um histórico da estrutura, compreendendo o seu proje-to 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 caracterís-ticas geométricas.

T r e c h o 1 1* Acesso 15.0 m T r e c h o 2 Arco T r e c h o 3 2 o Acesso 30.0 m

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 estru-turada 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 espes-sura 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 des-carregam 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 pri-

meira 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 realiza-das 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 restringiu-se a circulação no viaduto a meia pista. Foi então elaborado um projeto básico, com quantida-des, para recuperação da obra. Com base neste anteprojeto, foi contratada uma empresa constru-tora para a realização dos serviços de recuperação. Optou-se, então, pela realização do projeto de engenharia em duas etapas. Numa 1a etapa seriam atendidos os serviços emergenciais, sem alteração das características estruturais do viaduto. O objetivo desta 1a 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 2a 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 trem-tipo classe 36, revelou-se ineficaz;

• execução de um novo reforço envolvendo o encamisamento das longarinas originais da estru-tura 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 aproximada-mente 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 trans-versais 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 con-tinuava 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 alarga-mento 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 tam-bém 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.

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 aumen-ta 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.

CONCLUSÃO

VARANDAS E MARQUISES

EMPUXO NO VAZIO PROVOCA O COLAPSO DA ESTRUTURA DE UMA VARANDA

NELSON ARAÚJO LIMA 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 cau-sados 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 movi-mento 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 habi-tual pois a estrutura da varanda tinha-se rompido no engaste da laje em balanço, girando apro-ximadamente quinze graus mas não desmoronou, permanecendo presa ao restante da estrutu-ra 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

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

Vista da fachada do prédio com a varanda do

Foto 2

Detalhe da varanda inclinada com a soção do engaste rompida o as esquadrias da sala que-bradas

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 perpen-dicularmente 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.

Figura 1a

Forma da sala e da varanda em planta

A Parede r> CM

Dreno D=4

Sala

A o

Nervuras

Tijolos

L1 B

200

ír^-t.*-*

203

Varanda

L1 A

10

S

A A

Jardineira

630 Cotas em cm

Mármore branco e=2cm

Massa de assentamento e=5cm \ Forma da sala e da varanda - corte A-A

Cotas em 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 concre-to, 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:

a) a seção do engaste estava rompida ao longo de todo o comprimento e os ferros nega-tivos, 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 escoa-

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.

Extração de corpos de prova no concreto e prospocção da armadura negativa dobrada com dupla curvatura no degrau junto à sala, em varan-da não acidentada

mento;

Após a recotocaçáo da varanda em sua posição inicial os (erros negativos retomaram sua forma primrtiva. com dupla curvatura na seção de en-gaste rompida

4] VERIFICAÇÃO DA ESTABILIDADE DA LAJE DA VARANDA Cargas verticais permanentes peso do concreto : 0 ,12x25 = 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 2,032 / 2 = - 10,22 kNm/m

sobrecargas (de acordo com a NBR 6120 antiga NB5)

>.8 kN/m 1 2.0 kN/m

Cotas em cm

§ 1.5 kN/mJ um • •

Sobrecargas na lajo da varanda

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 açoCA50 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)

Esquema do equilí-brio após o acidente

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.

Estes ferros esticados passaram a funcionar como tirantes submetidos a uma tensão de tração da ordem de 21,7 kN/cm2 (figuras 4 e 5) conforme o esquema de equilíbrio seguinte:

D = 9.5 mm c.15(CA-50)

D=9,5mm c.15

v ,

Detalhe do ferro ne-gativo no rebaixo -situação antes do acidente

Detalhe do ferro ne-gativo no rebaixo -situação apÓ3 o aci-dente

Laje da sala

Ferro da laje disposto por cima do ferro da viga, sem qualquer ligação entre as duas armaduras Cotas em cm

Cobrimento quase nulo Empuxo no vazio (tendência

retificação do ferro)

Laje em bàlanço da varanda

Mg = -10,22 kNm/m Cg = Tg = Mg/z = 102,2 kN/m Tensão no aço : Tg/As = 21,7 kN/cmJ (muito menor do que fyk = 50,0 kN/cm2) 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

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 ne-gativos 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 dinâ-micos 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.

Cotas em cm

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

Foto 2

2 DESCRIÇÃO DA ANOMALIA CONSTATADA Ainda em construção, durante a fase de acabamentos, observou-se que as flechas nas extre-

midades dos balanços estavam progredindo e já chegavam a cerca de 20 cm, magnitude perfei-tamente 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.

Vista das vigas em balanço da varanda (escoradas>

3 PROJETO DE REFORÇO - SOLUÇÃO ADOTADA NAS VARANDAS

^Varandas - projeto r* estrutural original

Varandas - projeto es-trutural do reforço

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).

< — i

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 varan-das, 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 existen-tes 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.

I < —

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 normal-mente 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 de águas 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 espessu-ra, em praticamente toda a extensão destas vigas (foto 7). Tais falhas comprometeram seri-amente 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 es-trutural. Somente como curiosidade, observar na foto 7 o posicionamento dos estribos. bas-tante 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, bastan-

do 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 execu-ção são, em muitos casos, de difícil constatação, embora no exemplo aqui citado também te-nham 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-de-obra (pedreiro) contratado diretamente pelos condôminos do prédio, que na época já haviam rescin-dido contrato com o construtor original. Possivelmente algum profissional havia se responsabilizado tecnicamente pela obra neste período, mas não fazia o acompanhamento sistemático da execu-ção, 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 conclu-são do reforço da estrutura, os condôminos dispensaram a empresa de engenharia que o execu-tou e novamente contrataram o mesmo subempreiteiro - que havia executado o piso das varan-das - para concluir as obras de acabamento do prédio.

ACIDENTES EM MARQUISES DE EDIFÍCIOS FÁBIO DORIGO

MSc, Engô Civil, Membro 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 profis-sionais 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 reco-mendou 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 concen-tração de marquises. Esta atribuição coube à Comissão de Vistoria, órgão vinculado à Superin-tendência 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 nume-rosos 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 gran-des 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.

Ao longo dos anos, as regulamentações edilícias vêm abordando a obrigatoriedade e as limi-tações 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 consti-tuída 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 tives-sem 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 cons-tituição 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.

2JANÁLISE DA REGULAMENTAÇÃO EDILÍCIA

O Art. 39 estipulava que as edificações destinadas a comércio, negócios e atividades profissi-onais, 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 altu-ra 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 ca-

racterizados 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 estrutu-ra 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 decor-rência da possibil idade 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 normal-mente é bastante reduzida.

A segunda peculiaridade diz respeito à manutenção inadequada da impermeabilização. Os proprietários de imóveis conscientes da necessidade de uma eficiente impermeabilização con-tratam 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 argamas-sa 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 aque-

les 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 tam-

bém 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 Visto-ria, 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 desa-bada 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 de-sabamento. 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 pro-postas para recuperação estrutural, optou pela demolição da marquise. assim como vários ou-tros 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 desaba-mento {Ed. Tavares)

Foto 6

Detalhes para os serviços de remoção do reves-timento 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 detec-tadas nas vistorias, procedimentos de emergência adotados e qualidade e teor dos pareceres técnicos.

Detalhe de toda a marquise mostrando a finha de rutura ao longo da mesma. (Ed. Tavares)

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 deteriora-da. 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 - desplacamento do revestimento B - existência de trincas C - corrosão das ferragens D - manchas de infiltração E - impermeabilização deteriorada F - coleta ineficiente das águas pluviais

G - deformação excessiva H - existência de letreiros I - manutenção deficiente J - revestimento excessivo K - outros

? o o O o "O 2 o E

140

120

100

80

60

40

20

D E F G

Tipo d o Ocorrência

I | K

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 ocasião da elaboração do parecer técnico. No primeiro caso foram recomendados 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 Co-missão 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

22 CORROSÃO CAUSA ACIDENTE NO VIADUTO NEGRÃO DE LIMA

NELSON ARAÚJO UMA Presidente da Comjss io d e Vtstona q u e 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, provo-

cando 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 De-partamento de Estradas de Rodagem do Estado do Rio de Janeiro.

O engenheiro Renato Velhote Friedheim, presidente da Comissão de Fiscalização da cons-trução 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).

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 cres-cendo nas juntas de dilatação e de concretagem

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.

Esquema do proces-so construtivo dos tabuleiros

Viga Tipo II

Tipo I Dente Gerber

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 superi-

or 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).

Fig. 3

Corte transversa) do cabo de pretensão

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.

D = 35 mm

12 fios D = 5 justapostos sem folga

Mola de aço em espiral

Camadas sucessivas de papel kraft betuminado Nata de cimento

injetada

Trecho da laje superior moldado no local que ar-riou cerca de 10 cm ao longo de 10 cm da Rampa de Acesso A, sustentado apenas por alguns ca-bos 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 tre-cho 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 observa-ções:

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 tra-vessia 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 corre-tamente 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 supe-rior 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 via-duto (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).

Foto 10

Foto 11

A farta de vedação na junta do ddataçào está per-mitindo que a infiltração de águas pluviais deteri-ore o tabuleiro, a travessa de apoio e os pilares

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 escorri-am 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 regulari-zação da pavimentação, executada com argamassa de cimento e areia entre a superfície supe-rior 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 estima-da 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 reco-mendado 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 repeti-dos 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

Foto 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

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 des-cida 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

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

CORROSÃO E PROTEÇÃO CATÓDICA DE ADUTORA EM CONCRETO PROTENDIDO

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 prin-cipal obra de abastecimento d'água do país na época, a segurança necessária à sua operacionalidade.

Ao projetarem 1951 /1953 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 con-dições 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 constru-ção 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 21 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 con-sórcio com a Empresa Brasileira de Águas S.A. (EBA) e a Industrial Tetracap Ltda., apresenta-ram 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-T-1949 da AWWAC.301 -52 intitulada Tentative Standard Specifications for Reinforced Concrete Water-Pipe 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.

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,

SIDNEY Y U K I Z A K I Eng° Industrial Eletricista, Diretor • Técnico da SYTEC 3 Engenharia e Controle da Corrosão Ltda

INTRODUÇÃO

2 A ADUTORA

CORROSÃO SOB TENSÃO (STRESS-CORROSION)

com evidente alteração da sua estrutura. As causas dos acidentes foram atribuídas ao fenôme-no 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 "corro-são 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 submeti-dos 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 0 1750 mm x 9.000m / E.B.A. 3" seção: Rua Limites - Rua Cândido Benlcio 0 1750 mm x 10.470m / E . B A - SITUBOS 4a seção: Rua Cândido Benício - Engenho Novo

Distribuição osque-mática 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 refina-rias 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 DE LUCENA Gerente de engenham de detalhamento da White Martins Gases Industriais S A

NELSON S7JIARD GALGOUL Dr.-In&, Msc, Prof. Titular da UFF, Prof. Adjunto da UFRJ, Diretor Presidente da SUPORTE Consultoria e Projetos I tda

1j 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 separa-ção 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 monta-

gem 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 cau-sa do problema:

a) insuficiência de armadura na fundação; b) recalque das estacas; c) agressividade do solo; d) defeitos de execução; e) 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

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 construti-vo 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 lâmi-nas 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 composi-ção granítica representados principalmente por granito milonitizado.

As rochas apresentaram alto grau de deformação e recristalização dos minerais constituintes.

Dano visível na lateral do bloco

O quartzo e o feldspato, principais minerais constituintes, apresentaram-se fortemente deforma-dos, estirados, triturados e rotacionados, evidenciando o processo de cisalhamento dessas ro-chas. O quartzo deformado é o principal responsável pela ocorrência da reação álcali-agrega-do, 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 obser-va macroscopicamente circundando os mesmos. Ocorre também preenchendo pequenas fissuras e o interior de alguns poros. Quimicamente constitui-se de silício e, em menor pro-porção, 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 mine-rais 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 conclu-são 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, especi-

almente 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 20cm, com uma conseqüente inclinação da coluna (movimento do corpo rígido). Na segunda alter-nativa 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 passa-

gem das novas estacas (ver figura 2) e elaboradas 12 micro-estacas de 15cm de diâme-tro (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, pre-enchido com mastique elástico, de modo a permitir a movimentação relativa sem solici-tação das estacas.

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V J Locação das mlcro-ostacas

Instalação da estrutura metálica e transferência das cargas Um dos pontos de maior complexidade na solução adotada foi a definição da forma de trans-

ferência das cargas das duas colunas para as novas estacas em função da quantidade de inter-ferências 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 referen-tes 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, respecti-vamente.

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 apre-sentada 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 espera-dos, 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

25 DETERIORAÇÃO ESTRUTURAL EM UM ESTÁDIO DE FUTEBOL NO RIO DE JANEIRO

VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA PhD. MSc, Eng° Civil. Prof. Titular d o 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 com-pletamente inexistente para a esmagadora maioria de pontes, viadutos, canais, galpões e edi-fícios 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 esta-do 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 ocor-rência 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 dete-

rioração 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 bar-ras 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 con-creto 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 desa-gregação 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 coloca-ção 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 apre-sentavam 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 tiran-tes, 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), coloca-das 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 rantes

I 4 1 CONCLUSÕES Este trabalho mostrou os problemas que surgem em estruturas em virtude da má conserva-

ção, 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 proble-mas 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 ime-diato o surgimento da trinca, o colapso parcial da estrutura teria sido inevitável.

BIBLIOGRAFIA

1. Proconsulte Construções o Incorporações Ltda (1984), RelatórioTécnico n9118/84, 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.

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 docu-mentação e da discussão de acidentes ocorridos. Esperamos que a publicação destes casos, com ampla divulgação no meio técnico, ve-nha a contribuir para uma diminuição do número de acidentes estrutu-rais 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 assina-dos, independentes entre si, porém agrupados de acordo com as cau-sas 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, sincera-mente, agradecer a todos aqueles que cooperaram para o sucesso desta realização.

Durante o desenvolvimento dos trabalhos visando à impressão des-te livro, tivemos oportunidade de travar contato com outros profissio-nais 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, deci-dimos aceitar novas colaborações para a futura publicação de um se-gundo 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 em Estruturas (UFRJ/74). Mestre em Engenhana Civil (UFF/85). Trabalhou como engenheiro de projetos em empresas de consultoria de engenharia por mais de 15 anos. elaborando projetos estruturais nas áreas de transporte e de energia. Desenvolveu vários sistemas comput-acionais 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 em 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 em 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 em 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 Co-missões 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 cm 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 em periódicos especializados nacionais e estrangeiros e em 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 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.

Nova sode da AEERJ

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 Sanenge-Saneamento 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 em 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 com 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 m2), 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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A JEENE, em 1975, introduziu na construção civil um 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, bem como para o desenvolvimento de novos vedajuntas resistentes a altas pressões hidrostáticas.

A JEENE tem como diretriz básica oferecer à indústria da construção civil sistemas que

solucionam definitivamente os problemas das juntas de dilatação e vedação.

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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

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, com resinas epóxicas • Tratamento protetor de concreto • Tecnologia de vistorias e inspeções estruturais • Prova de carga • Definições de metodologias e especificações técnicas em reforços e recuperação de estruturas • Reforços de fundação • Contenção de taludes em concreto projetado • Obras de construção em geral • Manutenção civil em 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 Aranha • 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

MCUrtMÇJU» gTWTTUl Teor Engenharia

engenharia

Ao recebermos o convite para participar da publicação do livro ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO CIVIL, sentimo-nos orgulhosos em 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

Anodo inerte em operação para proteção do os taças submersas

Controle da corrosão/ Proteção Catódica • Projeto • Materiais • Instalação / Montagem • Testes / Pré-operaçáo • Partida / Energizaçáo • Inspeção / Auditoria • Consultoria

Planejamento Urbano e Meio Ambiente • Assessoria em engenharia ambiental • Elaboração e implantação de Planos de

Recuperação de Áreas Degradadas • E I A / R I M A • AIA • Diagnóstico e Zonnamento Ambiental • Plano Diretor • Inventário e Monitoramento Fauna e Flora • Educação Ambiental • Inspeção / Auditoria

• Licenciamento Ambiental

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 ocorri-dos na construção civil, com a esperança de que, através do es-tudo destes lamentáveis acontecimentos, possamos todos apren-der como melhor evitar sua repetição. Este primeiro volume constitui uma coletânea de 30 relatos téc-nicos, elaborados com ética e imparcialidade por engenheiros de reconhecida capacidade profissional que participaram da apu-ração das causas destes acidentes, causadores de grandes pre-juízos materiais e, não raro, responsáveis pela perda de precio-sas vidas humanas. Para facilitar a consulta dos leitores, os relatos foram distribuí-dos 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.

ASSOOAÇ AO DE EMPREi IEIROS OO ESTADO DO RlO DE JANEIRO

ca r i oca CHRISTIANI-NIELSEN

engenharia

E N G E R O D Engenharia e Consultoria Ltda

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RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL

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