AVALIAÇÃO DAS ESTRUTURAS DE OBRAS DE ARTE … · universidade federal do paranÁ ian cÉsar amos esteves avaliaÇÃo das estruturas de obras de arte especiais por mÉtodos de ensaios

UNIVERSIDADE FEDERAL DO PARANÁ

IAN CÉSAR AMOS ESTEVES

AVALIAÇÃO DAS ESTRUTURAS DE OBRAS DE ARTE ESPECIAIS POR

MÉTODOS DE ENSAIOS NÃO DESTRUTIVOS

CURITIBA

2016




Trabalho Final de Curso apresentado como requisito parcial à conclusão do curso de Engenharia Civil da Universidade Federal do Paraná, para obtenção do título de Bacharel em Engenharia Civil. .

Orientador: Prof. Dr. Ronaldo Alves de Medeiros Junior

CURITIBA

2016

TERMO DE APROVAÇÃO




Monografia apresentada em sessão pública em 09 de dezembro de 2016 como requisito parcial à obtenção do grau de Bacharel em Engenharia Civil no Curso de Engenharia Civil, Setor de Tecnologia, da Universidade Federal do Paraná (UFPR).

Orientador: Prof. Dr. Ronaldo Alves de Medeiros Junior Departamento de Construção Civil, UFPR

Profa. Dra. Nayara Soares Klein Departamento de Construção Civil, UFPR

Prof. Dr. Marcelo Henrique Farias de Medeiros

Departamento de Construção Civil, UFPR

Prof. Dr. Mauro Lacerda Santos Filho

Departamento de Construção Civil, UFPR

Curitiba, 09 de dezembro de 2016.

A Márcia, Paulo e Igor.

À dádiva imensa de compartilhar,

de longe ou de perto, esta vida com eles.

AGRADECIMENTOS

A Deus, por, dentre tantas outras graças, ter me cercado de pessoas especiais.

Às Trabalhadoras e aos Trabalhadores brasileiros, que, mesmo de forma

involuntária, com seu trabalho e contribuição, proporcionaram a mim e a tantos outros a

oportunidade de estudar em uma Universidade Pública de qualidade. Aos quais devo

meu comprometimento na construção de uma sociedade mais justa, responsável e

inclusiva.

Ao meu orientador, Professor Ronaldo Alves de Medeiros Junior, pela dedicação,

disponibilidade e compreensão.

Ao meu pai Paulo, por ter sido minha grande inspiração não só na escolha da

Engenharia Civil, mas também de caráter e empenho. A minha mãe Márcia, cuja força,

determinação e carinho foram essenciais no início e conclusão desta etapa e de tantas

outras ao longo da vida. Ao meu irmão, Igor, pelo companheirismo e pela amizade de

sempre.

A minha namorada Milena, por tornar a vida mais leve, por estar sempre disposta

a me ouvir e me acalmar e também pela paciência com a minha ausência.

Aos bons professores da Universidade Federal do Paraná, que se dedicam com

afinco em engrandecer essa Instituição e que são inspiradores.

Aos amigos que contribuíram para este trabalho. A Ingrid Giacomelli pela parceria

nesta empreitada. A Giovana Réus, Diego, Letícia, Gustavo, Giovana Rafaela e Heloíse

por terem se disponibilizado a participar dos ensaios em campo.

Aos amigos que fiz ao longo do curso, pelos momentos de descontração e pelos

momentos em que aprendemos juntos, fossem nos estudos ou trabalhos em grupo. A

Tiago e Gabriela que além de terem sido amigos muito atenciosos ao longo destes anos

de faculdade se dispuseram a dar sua ajuda para este trabalho.

Aos amigos do EMEA, por serem parte de um processo de aprendizado humano

e profissional grandioso para mim. Ao professor Mauro Lacerda Santos Filho. Aos

amigos das equipes 1 e 3, pelo acolhimento e por terem tornado agradáveis os

momentos de trabalho.

Às minhas avós Lourdes e Thereza, sempre dispostas a ajudar com tudo o que

têm ao alcance. Aos meus avôs Francisco (in memorian) e Adão (in memorian) que

deixaram ensinamentos valiosos e recordações únicas. Aos demais familiares e amigos

de família que acompanham os grandes momentos e estão sempre dispostos a

incentivar e torcer pelas minhas conquistas.

RESUMO

As pontes e viadutos são estruturas de alta importância social, econômica e ambiental, sobretudo em países de modal predominantemente rodoviário, como o Brasil. Sendo assim, seu mau funcionamento, ruína ou inutilização podem gerar grandes perdas e impactos. Isto torna essencial o acompanhamento das condições dessas estruturas, bem como a manutenção adequada das mesmas, tendo em vista não só a garantia das boas condições de uso, mas também a extensão de sua vida útil. Atualmente, com os avanços científicos e tecnológicos, métodos de ensaio não destrutivos têm sido desenvolvidos com a finalidade de trazer informações mais detalhadas acerca da qualidade do material de estruturas já construídas bem como da sua resposta à interação com os agentes deletérios do meio ambiente. A praticidade e viabilidade tem tornado esses métodos um bom complemento às inspeções rotineiras tradicionalmente visuais. Este trabalho buscou, através da realização de inspeção visual em conjunto com ensaios não destrutivos para quatro viadutos em concreto armado localizados em regiões industriais nos municípios de Curitiba e Araucária, analisar a aplicabilidade e compatibilidade entre os métodos empregados. Além disso, buscou-se a compreensão das manifestações patológicas observadas considerando a caracterização do material e a agressividade do ambiente. Os resultados obtidos evidenciaram a relevância dos processos de execução na qualidade final e durabilidade do concreto. Ressaltou-se também, a necessidade de medidas de manutenção de elementos complementares, como os de drenagem, para a preservação das estruturas frente à degradação. Além do mais, reafirmou-se a importância da periodicidade de inspeções, bem como se notou a colaboração dos ensaios não destrutivos para a avaliação do material das estruturas. Contudo, diante da variabilidade e sensibilidade de alguns dos resultados obtidos exige-se boa compreensão dos parâmetros mensurados e fatores intervenientes sobre eles, auxiliando assim para um controle mais apurado durante a execução dos ensaios.

Palavras-chave: Obras de arte especiais. Durabilidade do concreto. Ensaios

não destrutivos

LISTA DE ILUSTRAÇÕES

FIGURA 1 – DESEMPENHO DE SISTEMAS ESTRUTURAIS AO LONGO DO

TEMPO ..................................................................................................................... 17

FIGURA 2 – EVOLUÇÃO CONCEITUAL DO PROJETO DE ESTRUTURAS EM

CONCRETO ARMADO ............................................................................................. 18

FIGURA 3 – EFLORESCÊNCIAS E ESTALACTITES EM LAJES DE PONTES....... 25

FIGURA 4 – MANIFESTAÇÕES PATOLÓGICAS DECORRENTES DE RAA NA

PONTE PAULO GUERRA E EM UM EDIFÍCIO COMERCIAL EM RECIFE ............. 25

FIGURA 5 – EFEITOS DE DIFERENTES TEORES DE UMIDADE NA EXPANSÃO

POR RAS .................................................................................................................. 27

FIGURA 6 – REPRESENTAÇÃO DE UMA PILHA DE CORROSÃO EM CONCRETO

ARMADO................................................................................................................... 32

FIGURA 7 – PERFIS DE CLORETO EM AMOSTRAS DE CONCRETO EXPOSTAS

A ATMOSFERA MARÍTIMA POR 24 MESES ........................................................... 41

FIGURA 8 – FISSURA TÍPICA DE ASSENTAMENTO PLÁSTICO ........................... 44

FIGURA 9 – FISSURAS EM VIGAS POR FLEXÃO EM (a) E (b) E CISALHAMENTO

EM (c) ........................................................................................................................ 49

FIGURA 10 – OPERAÇÃO DO ESCLERÔMETRO DE REFLEXÃO ........................ 55

FIGURA 11 – DIAGRAMA ESQUEMÁTICO DO CIRCUITO DO EQUIPAMENTO DE

ENSAIO DE VPOU .................................................................................................... 58

FIGURA 12 – FORMAS DE DISPOSIÇÃO DOS TRANSDUTORES ........................ 60

FIGURA 13 – SOLUÇÕES DE FENOLFTALEÍNA E TIMOLFTALEÍNA ASPERGIDAS

EM UMA MESMA PEÇA DE CONCRETO ................................................................ 63

FIGURA 14 – ENSAIO DE RESISTIVIDADE DE QUATRO ELETRODOS ............... 66

FIGURA 15 – ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO ....................................... 70

FIGURA 16 – VIADUTO A1 (À ESQUERDA) E VIADUTO A2 (À DIREITA) ............. 74

FIGURA 17 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS

VIADUTOS A1 E A2 .................................................................................................. 75

FIGURA 18 – CROQUIS TIPO DE A1 E A2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b)

PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR ..................................................... 76

FIGURA 19 – VIADUTO B1 (a) E VIADUTO B2 (b) .................................................. 77

FIGURA 20 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS

VIADUTOS B1 E B2 .................................................................................................. 78

FIGURA 21 – CROQUIS TIPO DE B1 E B2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b)

PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR ..................................................... 79

FIGURA 22 – MÉDIAS CLIMATOLÓGICAS DE CURITIBA (1985-2015) ................. 81

FIGURA 23 – UMIDADE RELATIVA DO AR EM CURITIBA (1978-2016) ................ 81

FIGURA 24 – INSOLAÇÃO DIÁRIA EM CURITIBA (1978-2016) .............................. 82

FIGURA 25 – ROSAS DE VENTOS PREDOMINANTES NO PARANÁ ................... 82

FIGURA 26 – VELOCIDADES DO VENTO EM CURITIBA (1978-2016) .................. 83

FIGURA 27 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE ESCLEROMETRIA ............................. 85

FIGURA 28 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE VPOU .................................................. 87

FIGURA 29 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE RESISTIVIDADE ................................. 88

FIGURA 30 – LASCAMENTO DO CONCRETO E LIMPEZA DA REGIÃO DE

ASPERSÃO ............................................................................................................... 89

FIGURA 31 – ASPERSÃO DA SOLUÇÃO E MEDIÇÃO DA PROFUNDIDADE ....... 90

FIGURA 32 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO ............ 91

FIGURA 33 – INDICAÇÃO DE PONTOS DE ENSAIO NAS OAEs A1 E A2 ............. 92

FIGURA 34 – INDICAÇÃO DE PONTOS DE ENSAIO NAS OAEs B1 E B2 ............. 93

FIGURA 35 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO

DOS PILARES NOS VIADUTO A1 E A2 ................................................................. 103

FIGURA 36 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO

DOS PILARES NOS VIADUTO B1 E B2 ................................................................. 104

FIGURA 37 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs A1

E A2 ........................................................................................................................ 105

FIGURA 37 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs B1

E B2 ........................................................................................................................ 106

FIGURA 39 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A1 ...................... 108

FIGURA 40 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A2 ...................... 109

FIGURA 41 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B1 ...................... 109

FIGURA 42 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B2 ...................... 109

FIGURA 43 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO

PARA CADA VIADUTO ........................................................................................... 111

FIGURA 44 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO

SEPARANDO PILARES CENTRAIS E PILARES SOBRE TALUDES .................... 112

FIGURA 45 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A1 ............................ 116

FIGURA 46 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A2 ............................ 117

FIGURA 47 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B1 ............................ 117

FIGURA 48 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B2 ............................ 118

FIGURA 49 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL

DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2 ........................................................... 119


DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2 ........................................................... 120


DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1, A2, B1 E B2 ............................................... 120

LISTA DE TABELAS

TABELA 1 – CLASSES DE AGRESSIVIDADE AMBIENTAL .................................... 20

TABELA 2 – TEORES DE CLORETOS MÁXIMOS .................................................. 40

TABELA 3 – COEFICIENTES DE DIFUSÃO DE CLORETOS PARA DIFERENTES

COMPOSIÇÕES DE AGLOMERANTES .................................................................. 43

TABELA 4 – DETALHAMENTO DE FASES DE UMA AVALIAÇÃO DE ESTRUTURA

.................................................................................................................................. 51

TABELA 5 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA QUALIDADE DO CONCRETO EM

RELAÇÃO À VPOU ................................................................................................... 61

TABELA 6 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA RESISTIVIDADE SEGUNDO A

RILEM TC 154 ........................................................................................................... 68

TABELA 7 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DO POTENCIAL DE CORROSÃO ........ 71

TABELA 8 – TÍTULO DA TABELA ............................................................................ 92

TABELA 9 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO

A1 .............................................................................................................................. 94


A2 .............................................................................................................................. 95


B1 .............................................................................................................................. 96


B2 .............................................................................................................................. 97

FONTE: Autor (2016). ............................................................................................... 97

TABELA 13 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR

9452:2016 ................................................................................................................. 99

TABELA 14 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR

9452:2016 ............................................................................................................... 100

TABELA 15 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR

9452:2016 ............................................................................................................... 101

TABELA 16 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR

9452:2016 ............................................................................................................... 101

TABELA 17 – TABELA RESUMO DA CLASSIFICAÇÃO DOS VIADUTOS

ANALISADOS ......................................................................................................... 102

TABELA 18 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS ...................................................... 103

TABELA 19 – VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS

(m/s) ........................................................................................................................ 105

TABELA 20 – QUALIDADE DO CONCRETO DE ACORDO COM A BS EN 12504-

4:2000 ..................................................................................................................... 106

TABELA 21 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS A1 E A2 (mV) 108

TABELA 22 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS B1 E B2 (mV) 108

TABELA 23 – PROFUNDIDADES DE CARBONATAÇÃO MEDIDAS EM CAMPO 112

TABELA 24 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2 ............... 116

TABELA 24 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2 ............... 116

SUMÁRIO

1 INTRODUÇÃO ............................................................................................. 13

1.1 JUSTIFICATIVA............................................................................................ 14

1.2 OBJETIVOS ................................................................................................. 15

2 DURABILIDADE E VIDA ÚTIL..................................................................... 16

3 MECANISMOS DE DETERIORAÇÃO ......................................................... 22

3.1 LIXIVIAÇÃO E EFLORESCÊNCIAS ............................................................. 22

3.2 RELAÇÃO ÁLCALI-AGREGADO ................................................................. 25

3.3 ATAQUE POR SULFATOS .......................................................................... 29

3.4 CORROSÃO DAS ARMADURAS................................................................. 31

3.4.1 Carbonatação ............................................................................................... 34

3.4.2 Ataque por Cloretos ...................................................................................... 38

3.5 FISSURAÇÃO .............................................................................................. 43

3.5.1 Fissuras originadas do estado fresco ........................................................... 43

3.5.2 Fissuras originadas no estado endurecido ................................................... 45

4 AVALIAÇÃO DE ESTRUTURAS ................................................................. 50

4.1 INSPEÇÃO VISUAL ..................................................................................... 51

4.2 ENSAIO DE DUREZA SUPERFICIAL .......................................................... 54

4.2.1 Equipamento de ensaio ................................................................................ 54

4.2.2 Procedimento ............................................................................................... 55

4.2.3 Tratamento e análise de resultados.............................................................. 55

4.2.4 Fatores intervenientes .................................................................................. 56

4.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS DE ULTRASSOM ............. 57


4.3.2 Procedimento ............................................................................................... 58

4.3.3 Tratamento e análise dos resultados ............................................................ 60


4.4 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO .................................................... 62

4.4.1 Material de ensaio ........................................................................................ 62

4.4.2 Procedimento ............................................................................................... 63


4.5 RESISTIVIDADE DO CONCRETO ............................................................... 64


4.5.2 Procedimento ............................................................................................... 66



4.6 POTENCIAL DE CORROSÃO ..................................................................... 68

4.6.1 Equipamentos de ensaio .............................................................................. 69

4.6.2 Procedimento ............................................................................................... 70



5 MATERIAIS E MÉTODOS ........................................................................... 73

5.1 MATERIAIS .................................................................................................. 73

5.1.1 Viadutos A1 e A2 .......................................................................................... 73

5.1.2 Viadutos B1 e B2 .......................................................................................... 77

5.1.3 INFORMAÇÕES DE MACROCLIMA ............................................................ 80

5.2 MÉTODOS ................................................................................................... 83

5.2.1 Inspeção Visual ............................................................................................ 83

5.2.2 Escolha dos ensaios ..................................................................................... 84

5.2.3 Esclerometria ................................................................................................ 84

5.2.4 Velocidade de propagação de ondas ultrassônicas...................................... 86

5.2.5 Resistividade do Concreto ............................................................................ 87

5.2.6 Profundidade de Carbonatação .................................................................... 88

5.2.7 Potencial de corrosão ................................................................................... 90

5.2.8 RESUMO DOS PONTOS DE ENSAIO ......................................................... 91

6 RESULTADOS ............................................................................................. 94

6.1 INSPEÇÃO VISUAL ..................................................................................... 94

6.1.1 Discussão da inspeção visual ....................................................................... 97

6.1.2 Avaliação segundo os critérios da NBR 9452:2016 ...................................... 99

6.2 ESCLEROMETRIA ..................................................................................... 102

6.2.1 Discussão dos resultados de Esclerometria ............................................... 104

6.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS ......... 105

6.3.1 Discussão dos resultados de VPOU ........................................................... 106

6.4 RESISTIVIDADE ........................................................................................ 108

6.4.1 Discussão dos resultados de Resistividade ................................................ 110

6.5 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO .................................................. 112

6.5.1 Discussão dos resultados de carbonatação ............................................... 114

6.6 POTENCIAL DE CORROSÃO ................................................................... 116

6.6.1 Discussão dos resultados de potencial de corrosão ................................... 118

7 CONCLUSÃO............................................................................................. 122

REFERÊNCIAS ....................................................................................................... 126

ANEXO A - CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO SEGUNDO A NBR 9452:2016 ............ 133

ANEXO C – ANOMALIAS A VERIFICAR EM CAMPO (EMEA / SGO DNIT) ........ 142

ANEXO D – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE A1 ..................... 144

ANEXO E – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE A2 ...................... 151

ANEXO F – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE B1 ...................... 156

ANEXO G – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE B2 ..................... 159

13

1 INTRODUÇÃO

A história mostra que a construção de pontes, mesmo que rudimentares e de

forma intuitiva, para a transposição de obstáculos é uma atividade já realizada desde

a antiguidade, quando não havia mesmo teoria para guiar sua concepção. À medida

que a civilização avançou, as pontes tornaram-se mais sofisticadas, grandiosas,

resistentes e duráveis, num claro processo de evolução, dento da qual surgem

também os viadutos. Duas fases são bastante marcantes na evolução tecnológica

das pontes: a primeira dominada por arcos romanos, geralmente construídos em

pedra ou madeira, durou até o final do século XVII, quando se inicia uma segunda

fase, a Contemporânea, que se impulsiona a partir da comercialização acessível do

aço na metade do século XIX. Daí em diante desenvolvem-se as pontes e viadutos

em concreto armado e protendido, em vigas, pênseis, estaiados e todos os outros

métodos construtivos pelos quais se concebem as estruturas de pontes e viadutos

na atualidade. (TANG, 2007).

No Brasil, até meados de 1940, acreditava-se que as Obras de Arte Especiais

(OAEs) de concreto armado dispensavam cuidados de manutenção e, por muito

tempo, este argumento foi utilizado para dar preferência à construção de pontes e

viadutos com concreto armado ao invés de aço. De fato, as estruturas de aço

requerem mais ações de conservação, contudo, a prática mostrou que o concreto

armado também se deteriora e, ao contrário das estruturas metálicas, isto se torna

aparente em estágios mais avançados de degradação, fazendo que as medidas

corretivas sejam, geralmente, complexas e onerosas. (VASCONCELOS, 2002).

Assim sendo, a durabilidade mostra-se um parâmetro importante na concepção e

projeto das estruturas de OAEs em concreto armado.

Os métodos de testes relacionados à durabilidade e integridade do concreto

em suplemento às análises visuais e aos já adotados testes com corpos de prova

fora de campo, passaram a ser objeto de atenção diante da insuficiência, em alguns

casos, das normas internacionais e dos materiais em garantir o desempenho

esperado ao longo do seu ciclo de vida. Desde os anos 1960, quando esse interesse

aumentou consideravelmente, até então, avanços significativos têm sido observados

em técnicas, equipamentos e metodologia de ensaios não destrutivos em campo.

(BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).

14

1.1 JUSTIFICATIVA

A compreensão da durabilidade das estruturas de concreto armado e

protendido pode ser vista como fundamental quando se pretende avaliar o

comportamento do concreto em longo prazo, evitar o comprometimento precoce do

uso de estruturas por manifestações patológicas e auxiliar no manejo responsável

de recursos atentando a aspectos sociais, econômicos e ambientais, próprio da

prática da boa Engenharia. (MEDEIROS, ANDRADE e HELENE, 2011).

Em relatório apresentado em 2011, o Tribunal de Contas da União

contabilizou, apenas em rodovias federais não concedidas, cerca de 4500 Obras de

Arte Especiais, estimando que estas corresponderiam a um patrimônio nacional da

ordem de R$ 13 bilhões. À época, o documento afirmou que o Departamento

Nacional de Infraestrutura de Transportes (DNIT) possuía informações quantitativas

em relação às pontes e viadutos sob sua administração, contudo o exercício

adequado do gerenciamento das OAEs mostrava-se limitado pela insuficiência de

dados que indicassem a qualidade dessas estruturas, tanto que, até aquele

momento, apenas cinco das 139 OAEs identificadas como precárias pelo

departamento em 2004 haviam sofrido intervenção. (TCU, 2011).

Outro fato inegável é a função social e econômica de Obras de Arte Especiais

num país cuja matriz de transporte é predominantemente baseada no modal

rodoviário como o Brasil. Em uma série de sete reportagens denominada Pontes

para o Atraso, Vaz e Amador (2016) abordam os impactos socioeconômicos gerados

pelo mau funcionamento e colapsos de pontes brasileiras após terem percorrido 14

mil quilômetros de rodovias públicas. Os textos relatam múltiplos casos de acidentes

envolvendo perdas humanas além de demonstrar a limitação econômica causada a

municípios e vilarejos interioranos prejudicando o abastecimento e escoamento de

produtos e bens de consumo e também o turismo regional. Diante da ausência de

dados estatísticos que demonstrem a importância socioeconômica das pontes e

viadutos no Brasil, este conjunto jornalístico chama atenção da população e do meio

técnico para a necessidade de políticas públicas de atenção à construção e

manutenção das OAEs brasileiras. Neste contexto, o conhecimento dos mecanismos

de deterioração e das formas de monitorá-los são ferramentas poderosas na

prevenção de impactos e despesas e até mesmo perdas humanas gerados pela

ruína ou precariedade de estruturas de concreto armado de pontes e viadutos.

15

1.2 OBJETIVOS

Este trabalho consiste na realização de avaliação das estruturas em

concreto armado de quatro viadutos, localizados em rodovias federais nos

municípios de Curitiba e Araucária, pela qual se buscou analisar a complementação

de inspeções rotineiras comumente visuais com o emprego de ensaios não

destrutivos, atentando para a aplicabilidade e concordância destes com as

anomalias observadas. Além disto, pretende-se, através de parâmetros obtidos por

inspeção e ensaios, contribuir para a compreensão dos mecanismos deletérios

atuantes sobre os viadutos estudados, observando de que forma e com que

intensidade fatores relacionados ao meio ambiente, qualidade de execução da

estrutura e eficiência de sistemas compementares, como a drenagem, contribuem

para o desenvolvimento desses mecanismos.

16

2 DURABILIDADE E VIDA ÚTIL

Nenhum material é definitivamente durável, uma vez que a microestrutura e,

consequentemente, as características dos materiais são alteradas ao longo do

tempo como resultado da interação com o ambiente. Não sendo durável, o tempo

pelo qual a utilização de qualquer material pode ser considerada segura e

economicamente viável é limitado, surgindo daí o conceito de vida útil. (MEHTA e

MONTEIRO, 2014).

Na normativa brasileira relacionada às estruturas de concreto, o conceito de

durabilidade é definido pela NBR 6118:2014 como a “capacidade da estrutura resistir

às influências ambientais previstas e definidas em conjunto pelo autor do projeto

estrutural e o contratante, no início dos trabalhos de elaboração do projeto”. Além

disso, a norma destaca que o projeto e execução das estruturas deve garantir a

manutenção da segurança, estabilidade e capacidade de atender às solicitações

diante do uso condizente ao definido em projeto e das condições ambientais a que

será submetida ao longo de sua vida útil. Esta conceituação somente foi incorporada

às norma brasileiras a partir de 2003, tardiamente, segundo Medeiros, Andrade e

Helene (2011), haja visto que já em 1984 a norma ISO 6421 relacionada a padrões

de desempenho para edifícios reconhecia a durabilidade como uma necessidade do

usuário.

Ribeiro (2014) afirma que apesar da grande associação entre vida útil e

durabilidade, há diferenças conceituais entre os dois termos, o que pode gerar

grande confusão ao defini-los e distingui-los. A norma ISO 13823:2008 define vida

útil como “o período efetivo de tempo durante o qual uma estrutura ou qualquer de

seus componentes satisfazem os requisitos de desempenho do projeto, sem ações

imprevistas de manutenção ou reparo”. Já a norma brasileira NBR 6118 dá

definições para o conceito de vida útil de projeto, com abordagem voltada à

manutenção das características das estruturas de concreto, e não a um

desempenho mínimo, como apontado pela ISO 13823:2008, aparentando ser,

assim, uma definição mais genérica, por não considerar o natural e inevitável

decaimento das propriedades dos materiais.

Adicionalmente, a norma NBR 15575-2:2013 estabelece requisitos de

desempenho das estruturas de edifícios e os critérios para avaliá-los. Alguns

17

exemplos das exigências de desempenho contidas na norma são: segurança

estrutural, estabilidade e resistência do sistema, limitação de deformações e estados

de fissuras, resistência a impactos e, inclusive, a própria durabilidade. Contudo a

norma não explicita limites quantitativos para manifestações patológicas como

fissuras por corrosão, expansões por reação álcali-agregado, manchas e outras.

Tais deficiências nas normas nacionais foram apontadas por Medeiros, Andrade e

Helene (2011) antes mesmo da mais recente atualização da NBR 15575:2013.

Segundo os autores, a aplicação prática dos conceitos de durabilidade e vida útil

ainda é dependente do subjetivismo das partes envolvidas. A Figura 1 demonstra o

conceito de vida útil abordado na NBR 15575:2013.

FIGURA 1 – DESEMPENHO DE SISTEMAS ESTRUTURAIS AO LONGO DO TEMPO

FONTE: ABNT NBR 15575-2 (2013).

Por um longo tempo, desde seu início e difusão, as estruturas de concreto

armado eram desenvolvidas a partir do bom senso e experiência dos profissionais

envolvidos em sua execução, sendo a resistência o único parâmetro considerado.

Contudo, a consideração exclusiva deste parâmetro passou a ser insuficiente com a

introdução de novos materiais e procedimentos de cálculo aplicados a diversas

condições de agressividade ambiental; portanto, passou-se a considerar também a

durabilidade para o atendimento às exigências de projeto. Em seguida a

durabilidade passou a ser associada ao comportamento das estruturas e materiais

em uso, o chamado desempenho. Mais adiante, a atenção à vida útil surge diante da

18

necessidade de inclusão da variável tempo aos projetos. Os conceitos de custo de

ciclo de vida e sustentabilidade, inseridos mais recentemente, são resultados da

imposição de mudanças na concepção das estruturas impulsionadas por fatores

como competitividade e meio ambiente. (POSSAN, 2010). Esta evolução das

considerações de projeto ao longo do tempo é apresentada na Figura 2.

FIGURA 2 – EVOLUÇÃO CONCEITUAL DO PROJETO DE ESTRUTURAS EM CONCRETO ARMADO

FONTE: Possan (2010).

No mesmo contexto, Mehta e Monteiro (2014) afirmam que, atualmente, as

características a favor da extensão da vida útil das estruturas tornaram-se tão

importantes quanto as propriedades mecânicas e o custo inicial na tomada de

decisão pelos projetistas. Atribuindo isto a uma maior percepção acerca das

implicações socioeconômicas que permeiam a durabilidade das estruturas, uma vez

que os custos de reparo e substituição passaram a ser contabilizados no custo total

de uma obra. Os autores ainda evidenciam uma notável relação entre materiais mais

duráveis à sustentabilidade, uma vez que materiais duradouros evitam o dispêndio

de mais recursos naturais.

Avanços substanciais acerca da durabilidade das estruturas em concreto

armado foram observados nas últimas três décadas, frutos dos avanços no

conhecimento da interação de líquidos e gases agressivos com os meios porosos

que tornaram possível o desenvolvimento de modelos matemáticos que pudessem

prever e quantificar a deterioração em função do tempo associando mecanismos de

transporte, ambiente, material e demais fatores influentes. (MEDEIROS, ANDRADE

e HELENE, 2011).

19

Neville (2015) destaca a relação entre durabilidade e a facilidade de ingresso

e transporte de fluidos no interior do concreto, sendo a água, o gás carbônico e o

oxigênio os mais relevantes. A movimentação desses fluidos através do concreto é

diretamente influenciada pelo volume, configuração e interconectividade dos poros

da pasta de cimento. Como amplamente difundido, o aumento da relação

água/cimento (a/c) produz concretos com estruturas de poros mais favoráveis ao

escoamento, sucção e difusão de gases e líquidos. Tendo isso em vista, e

objetivando preservar a durabilidade das estruturas de concreto, a norma NBR

6118:2014 estabelece relações a/c máximas para o concreto, considerando a classe

de agressividade ambiental em que a estrutura se encontra.

Dentre os fluidos que interagem com as estruturas de concreto, a água pode

ser vista como o principal agente de deterioração. Primeiramente, por ser, em seus

diversos estados, abundante na natureza. Soma-se a isto, o fato de a água ser

composta por moléculas pequenas, o que facilita sua penetração pelo concreto.

Chama atenção também, sua alta capacidade de dissolução, o que justifica a

presença de diversos íons e gases dissolvidos, que são fundamentais para

determinados mecanismos de degradação do concreto. Outra propriedade bastante

notável nesse aspecto é o alto calor de evaporação da água em comparação aos

demais líquidos comuns, tendendo a manter-se em estado líquido quando em

condições normais de temperatura. A variação volumétrica da água no interior dos

poros devido a mudanças de seu estado físico, como o congelamento e a

evaporação rápida, também são grandes ameaças à integridade do concreto.

Portanto, é aconselhável que o ingresso e movimentação de água, bem como sua

permanência nos poros, sejam evitados sempre que possível. (MEHTA e

MONTEIRO, 2014).

Outro fator essencial a ser considerado na concepção das estruturas de forma

a favorecer sua durabilidade é a agressividade ambiental do meio em que ela está

inserida. Este fator, segundo a NBR 6118:2014, diz respeito a ações físicas e

químicas que atuam sobre a estrutura, independente de ações mecânicas de cargas

e variações volumétricas de origem térmica e retração hidráulica ou de outras ações

já previstas no dimensionamento das estruturas de concreto. Baseada nisso, a partir

de 2003, a norma estabeleceu quatro classes de agressividade ambiental (Tabela 1)

que são determinantes para a definição de valores mínimos para espessura de

20

cobrimento de armadura e resistência do concreto empregado, além de uma relação

a/c máxima na dosagem do concreto.

TABELA 1 – CLASSES DE AGRESSIVIDADE AMBIENTAL

Classe Agressividade Tipo de ambiente Risco de deterioração

I Fraca Rural

Insignificante Submersa

II Moderada Urbana(1),(2)

Pequeno

III Forte Marinha

(1)

Grande Industrial

(1),(2)

IV Muito Forte Industrial

(1),(3)

Elevado Respingos de maré

(1) Pode-se admitir um microclima com classe de agessividade mais branda para ambientes internossecos. (2) Pode-se admitir uma classe de agressividade mais branda em obras em regiões de clima seco com UR ≤ 65%, partes da estruturas protegdas da chuva em ambientes predominantemente secos ou regiões onde chove raramente. (3) Ambientes quimicamente agressivos.

FONTE: ABNT NBR 6118 (2014).

Ainda em função da agressividade ambiental, a norma NBR 6118:2014 é

complementada pela norma NBR 12655:2015 na qual é especificado consumo

mínimo de cimento e são reconhecidos ambientes extremos apontando a

necessidade de requisitos mais rigorosos para a relação a/c máxima e resistência à

compressão mínima para esses ambientes. Ao serem comparadas à normalização

internacional, é possível verificar que as normas brasileiras contam com uma

quantidade reduzida de classes ambientais. Um exemplo disso é a norma europeia

EN 206 1 de 2007, que associa as características ambientais com agentes

agressivos predominantes, totalizando 17 classes de exposição. (LIMA, 2014).

Quando se trata de estruturas de concreto, o favorecimento à durabilidade

requer ação coordenada envolvendo todas as fases do processo construtivo,

trazendo um enfoque holístico, sistêmico e abrangente, por equipes

multidisciplinares que trabalhem na concepção da estrutura, planejamento e projeto,

determinação de materiais e componentes, execução e, sobretudo, no uso ao longo

do ciclo de vida. É importante também que, para o entendimento das ameaças à

durabilidade de uma estrutura, se lance uma visão global sobre as várias partes que

a constituem, uma vez que há entre elas um efeito sinérgico em que um mecanismo

de deterioração contribui para a ocorrência de outro. Um forte indício disso é que o

contato da armadura com seus agentes agressivos é intensificado quando a

21

proteção física e química oferecida pelo cobrimento de concreto é comprometida por

agentes deletérios ao próprio concreto. (MEDEIROS, ANDRADE e HELENE, 2011).

22

3 MECANISMOS DE DETERIORAÇÃO

A NBR 6118:2014 apresenta em sua seção 6.3 os principais mecanismos de

deterioração e envelhecimento que devem ser considerados para o projeto de

estruturas de concreto armado. Pela norma, os mecanismos preponderantes são

divididos em três tipos: relativos ao concreto, relativos ao aço e relativos à estrutura

propriamente dita. As causas de decaimento da qualidade relativas ao concreto são,

segundo a norma, a lixiviação, a expansão por ataque por sulfatos, e a reação álcali-

agregado. Já em relação à armadura, os mecanismos abordados estão relacionados

à corrosão, citando o ataque por cloretos e a carbonatação, causas da perda de

passivação das armaduras. Por último, a norma cita a deterioração “proveniente de

ações mecânicas, movimentações de origem térmica, impactos, ações cíclicas,

retração, fluência e relaxação, bem como as diversas ações que atuam sobre a

estrutura”. Neste capítulo, serão apresentados com mais profundidade maior parte

desses mecanismos e manifestações patológicas descritos pela norma.

3.1 LIXIVIAÇÃO E EFLORESCÊNCIAS

Ao contrário das águas provenientes de subsolos, rios e lagos, as águas

provenientes de precipitações, evaporação e condensação de neblina contêm teores

muito baixos ou até nulos de íons de cálcio dissolvido. Quando em contato com o

concreto, essas águas tendem a dissolver e hidrolisar componentes da pasta de

cimento que contenham cálcio. Este processo atinge principalmente a portlandita

[Ca(OH)2], por sua alta solubilidade na água pura, que pode chegar até a 1230 mg/L.

A hidrólise costuma ser interrompida assim que a solução de contato atinge o

equilíbrio químico, porém, em situações onde a água é corrente ou de infiltração

sobre pressão, o processo torna-se contínuo podendo em situações mais criticas

atingir os silicatos de cálcio hidratados. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).

Ao analisar a água percolada por corpos de prova de concreto do tipo

compactado a rolo submetido à lixiviação acelerada por água deionizada ao longo

de quatro meses, Jorge et al. (2001) observaram que, nos primeiros dias do ensaio,

a água continha maiores teores de sódio e potássio, o que indica que em uma

primeira fase houve a remoção da solução intersticial e não a dissolução dos

produtos sólidos da pasta de cimento. Em seguida, os pesquisadores notaram

23

aumento da concentração de cálcio na solução, o que demonstra a dissolução de

hidróxido de cálcio da pasta. Nos dias posteriores, foi apontado que a concentração

de sílica passou a crescer em conjunto com a concentração de cálcio, o que,

segundo os pesquisadores, evidencia a ocorrência da dissolução dos silicatos de

cálcio hidratados em estágios mais avançados, uma vez que, devido à lixiviação do

CH, esses componentes ficaram mais expostos à ação da água percolante. O

trabalho também aponta para a existência de ciclos de lixiviação, repetindo, assim

que uma camada é totalmente desgastada, a sequência de ataque iniciada nos

hidróxidos de cálcio, seguido do ataque aos silicatos e aluminatos hidratados.

Diversas pesquisas apontam para os efeitos deletérios da lixiviação. Ao

aplicar diferentes métodos de aceleração de lixiviação do concreto, Saito e Deguchi

(2000), Stora et al. (2009) e Phung et al. (2016) observaram mudanças significativas

na dinâmica de transporte de fluidos no interior da pasta de cimento lixiviada.

Havendo aumento acentuado na permeabilidade e, em menor escala, na

difusividade no interior da pasta. Essa atividade deletéria é atribuída ao aumento do

volume de poros e de sua interconectividade originado na percolação de água e

carreamento de íons de cálcio provenientes do hidróxido de cálcio em um primeiro

momento, seguido posteriormente pela decalcificação dos cristais de C-S-H. Outros

efeitos observados pelos pesquisadores foram a perda de massa, diminuição da

densidade e aparecimento de microfissuras ocasionadas pela retração por

decalcificação.

A lixiviação também é responsável pela piora de características mecânicas da

pasta de cimento atingida. Stora et al. (2009) notaram uma redução de até 80% no

módulo de elasticidade de pastas de cimento com alto grau de decalcificação. Saito

e Deguchi (2000) observaram redução de resistência à compressão variando entre

20% e 60% em corpos de prova de argamassa degradados por lixiviação acelerada

comparados a corpos de prova não atingidos pela lixiviação. Em seus experimentos,

Jorge et al. (2001) apontam decréscimo de, em média, 18,5% da resistência à

compressão de corpos de prova de concreto submetidos à lixiviação.

O uso de adições em substituição ao cimento mostra-se eficiente na redução

dos efeitos deletérios da lixiviação. Saito e Deguchi (2000) notaram menores

prejuízos ao desempenho de argamassas contendo adições pozolânicas e Jorge et

al. (2001) constataram que a substituição de parte do cimento por sílica ativa na

produção de corpos de prova de concreto conferia mais resistência ao ataque da

24

água percolante. Os primeiros atribuem a melhora à reação com a portlandita,

resultando em silicatos de cálcio hidratados, enquanto a sílica ativa nos

experimentos de Jorge et al. (2001) mostrou-se eficiente por sua finura elevada,

associada também ao efeito pozolânico. Para ambos, a pasta de cimento obtida com

o uso de adições mostrou-se mais densa, menos porosa e, por consequência,

menos permeável.

Além da perda de resistência, a lixiviação propicia o surgimento de manchas

esbranquiçadas no concreto atingido como resultado da precipitação de carbonato

de cálcio a partir da reação dos íons de cálcio carreados à superfície com o gás

carbônico do ar atmosférico. Apesar de as manchas em si não causarem danos ao

concreto, as eflorescências são esteticamente indesejadas. (MEHTA E MONTEIRO,

2014).

Com a finalidade de evitar e mitigar o efeito das eflorescências nos casos

onde a lixiviação não pode ser evitada com o uso de concretos menos porosos,

como estruturas submetidas ao efeito de gelo e degelo, recomenda-se, além de

cimentos de coloração mais clara, o uso de cimentos com menores concentrações

de álcalis. De acordo com Dow e Glasser (2003), apesar de reduzir levemente a

solubilidade da portlandita, a alta concentração de íons alcalinos na solução

percolante aumenta em proporções mais significativas a dissolução do dióxido de

carbono quando a solução chega à superfície, acelerando as reações causadoras

dos depósitos de carbonato de cálcio.

Em elementos estruturais horizontais, sobretudo lajes, o gotejamento

intermitente da solução percolada, associada à lixiviação dos componentes da pasta

cimentícia, podem levar à formação de estalactites, resultado da solidificação e

sobreposição de sais acompanhando o gotejamento da solução o que as confere

formato de agulha. A ocorrência dessas manifestações patológicas é observada

principalmente abaixo de fissuras e nichos de concretagem, uma vez que nesses

casos há maior percolação de água em consequência da maior permeabilidade

ocasionada por essas falhas. A Figura 3 mostra exemplos de eflorescências e

estalactites observadas na superfície inferior de tabuleiros de pontes.

25

FIGURA 3 – EFLORESCÊNCIAS E ESTALACTITES EM LAJES DE PONTES

FONTE: Acervo do Escritório Modelo de Engenharia Civil da UFPR (2016).

3.2 RELAÇÃO ÁLCALI-AGREGADO

A Reação Álcali-Agregado (RAA) consiste em uma reação química que

envolve os hidróxidos alcalinos dissolvidos na solução intersticial e determinados

minerais que compõem os agregados empregados na produção do concreto. Por

gerar produto expansivo, essa reação é extremamente prejudicial aos elementos

estruturais acometidos, sendo notada, na superfície, fissuração irregular

acompanhada de descoloração do concreto em sua proximidade e, em alguns

casos, exsudação de gel sílico-alcalino (PAULON, 1981). A figura 4 apresenta

alguns exemplos de ocorrência da RAA.

FIGURA 4 – MANIFESTAÇÕES PATOLÓGICAS DECORRENTES DE RAA NA PONTE PAULO GUERRA E EM UM EDIFÍCIO COMERCIAL EM RECIFE

FONTE: Gomes (2008).

26

Este mecanismo deletério pode ser classificado de acordo com o mineral

proveniente do agregado envolvido na reação, podendo esta ser álcali-carbonato,

álcali-sílica ou álcali-silicato. Dentre as três, a mais comum e estudada

mundialmente é a Reação Álcali-Sílica (RAS), que ocorre quando os hidróxidos

alcalinos da solução intersticial do concreto atacam materiais silicosos reativos de

agregados como a opala, a calcedônia e a tridimita. O produto desta reação é um

gel álcali silicato que se localiza nos planos de clivagem ou nos poros dos

agregados. Tal gel prejudica a aderência entre o agregado e a pasta de cimento,

além de ser altamente expansivo ao absorver água, o que gera pressões internas e

consequentemente fissuras no concreto. (NEVILLE, 2015).

De forma muito semelhante, as hidroxilas dos álcalis reagem também com

silicatos presentes em rochas como argilitos, siltitos, folhelhos argilosos, grauvacas,

gnaisses, quartzitos e granitos. Esta reação é nomeada álcali-silicato, ou mesmo

ácali-sílica na visão de alguns pesquisadores. Ela se diferencia da anterior por

ocorrer a velocidades mais lentas, uma vez que os minerais reativos se encontram

mais disseminados na matriz e tem também a presença de quartzo deformado.

Valduga (2002) afirma que este é o tipo de reação álcali agregado mais recorrente

no Brasil devido ao uso de rochas quartzo feldspáticas na construção de muitas

barragens ao longo do país. A pesquisadora destaca também o pouco

esclarecimento acerca desta reação, o que torna de suma importância sua distinção

das demais e o maior afinco nos estudos relacionados.

Quando empregados determinados agregados carbonáticos contendo calcário

dolomítico e impurezas argilosas, há a possibilidade de ocorrência da reação destes

com a hidroxila dos álcalis, no processo denominado Reação Álcali-Carbonato

(RAC). Diferente do que ocorre nos outros tipos, não há formação de gel como

produto desta reação, sendo que atualmente, esses mecanismos de expansão são

alvo de discussões, havendo até mesmo a dúvidas se a reação em si é deletéria.

Grattan Bellew et al. (2010) afirmam que a reação álcali-carbonato pode ser

considerada apenas uma variante da RAS.

Basicamente, a ocorrência da RAA depende da potencialidade reativa do

agregado empregado, do volume de álcalis disponível e do contato constante do

concreto com a umidade. Sendo assim, os principais fatores intervenientes do

concreto estão diretamente ligados à contribuição ou não com estas condições

27

iniciais, como as características do agregado, a umidade e temperatura do ambiente

e o uso de adições e aditivos. (HASPARYK, 2011).

Além da reatividade propriamente dita, o tamanho dos grãos do agregado e a

porcentagem de agregado reativo também têm efeitos na dimensão dos danos da

RAA. Ao realizar testes com barras de argamassa contendo diferentes agregados

reativos, Binal (2015) observou maiores expansões em partículas finas, com

diâmetro em torno de 0,15 a 0,30 mm. Ao variar as proporções de agregado reativo

no total do agregado empregado nas argamassas, o pesquisador concluiu que a

proporção crítica varia significativamente em relação à origem do agregado, sendo

que o teor péssimo não ocorre com as maiores proporções.

A umidade tem papel importante tanto para a ocorrência da reação quanto

para a expansão do gel de sílica. Figuerôa e Andrade (2007) afirmam que a RAA

apresenta danos ao concreto em umidades relativas acima de 80%, sendo que

abaixo desse valor a formação do gel também pode ocorrer, porém a expansão não

é significativa. Isso explica por que a reação álcali agregado se manifesta

principalmente em obras hidráulicas como barragens e fundações que estão em

contato constante com a umidade. Complementarmente, Foray et al. (2004) citados

em Silva (2007), demonstraram expansões mais significativas a concretos mais

próximos à saturação, como pode ser apreciado na Figura 5.

FIGURA 5 – EFEITOS DE DIFERENTES TEORES DE UMIDADE NA EXPANSÃO POR RAS

FONTE: Foray et al. (2004) adaptado por Silva (2007).

Quando se trata de composição do aglomerante, os fatores mais importantes

a se observar são o teor de álcalis e as adições. Mehta e Monteiro (2014) afirmam

28

que, para concretos com consumo de cimento convencionais, dificilmente se

observa expansão deletéria quando o cimento utilizado possui teor de Na2O

equivalente igual ou inferior a 0,6%. mesmo com a utilização de agregados reativos.

Segundo os autores, o mesmo não é observado para concretos com alto consumo

de cimento, sendo para estes mais correto observar o teor total de álcalis do

concreto, que deixa de ser nocivo em concentrações abaixo de 3 kg/m³.

Tratando-se de características mecânicas do concreto, pode-se afirmar que a

RAA age de forma altamente nociva, prejudicando a resistência e a elasticidade do

material. Através da execução de ensaios de resistência à compressão e à tração

com compressão diametral e de velocidade de propagação de ondas ultrassônicas

em testemunhos extraídos de blocos de fundação comprovadamente atingidos pela

RAA, Pires Sobrinho (2012) observou valores de resistência à compressão e à

tração abaixo do esperado, além de uma diminuição significativa no módulo de

elasticidade do concreto. Essas ações deletérias podem ser atribuídas à

microfissuração gerada internamente pelas pressões de expansão dos produtos da

RAA. Islam e Ghafoori (2015) também observaram redução significativa na

resistência à compressão em barras de argamassa produzidas com agregado

reativo a partir de estágios mais avançados nos quais houve desenvolvimento de

fissuras e altos índices de expansão.

Na mesma linha, Huang et al. (2014) analisaram dados obtidos por sensores

instalados em corpos de prova de grande dimensão simulando pilares de pontes

acometidos pela RAA, com a finalidade de desenvolver um modelo probabilístico

para avaliação da aderência entre o aço da armadura e o concreto deteriorado pela

RAA. Concluiu-se que inicialmente há o aumento da aderência, a qual é favorecida

pelo aumento do confinamento causado pela expansão dos produtos da RAA, porém

com o passar do tempo esta aderência é prejudicada com o aumento no quadro de

fissuração.

Devido aos efeitos altamente nocivos da RAA, a norma brasileira ABNT NBR

15577:2008 aborda critérios para a avaliação do mecanismo deletério, atuando

desde a escolha dos agregados até o desenvolvimento de ensaios que determinam

a reatividade dos agregados e seu comportamento quando associada à pasta

cimentícia contendo adições ou não. Esta norma contém seis partes, sendo a

primeira referente a requisitos necessários para o emprego de agregados em

concreto, a segunda refere-se à amostragem representativa para agregados tanto

29

em quantidade quanto em tempo, enquanto as demais partes descrevem métodos

laboratoriais de avaliação da potencialidade reativa dos agregados.

3.3 ATAQUE POR SULFATOS

Os sais de sulfato não são substâncias raras e estão presentes em águas

subterrâneas, solos e águas agrícolas, águas marinhas e decomposição de matéria

orgânica em pântanos, lagos rasos, poços de mineração e tubulação de esgoto,

sendo os mais comuns os associados ao magnésio, potássio, cálcio e amônia.

(MEHTA e MONTEIRO, 2014; NEVILLE, 2015). A interação entre íons sulfato ( )

dissolvidos em meio aquoso e os componentes da pasta de cimento hidratada gera

produtos que representam ameaça à estabilidade das peças de concreto. Tal

interação apresenta intensidade de deterioração dependente do cátion ligado ao

radical , sendo o sulfato de amônia o mais agressivo, seguido pelo sulfato de

magnésio, depois pelos sulfatos de cálcio e potássio. (COSTA, 2004).

Brown (2002) aponta para o reconhecimento de cinco formas de ataque por

sulfato pela literatura: a forma clássica, com formação de etringita e gispsita; o

ataque físico causado pela expansibilidade da cristalização de sais de sulfato; a

formação de etringita tardia; o ataque associado à formação de monossulfatos e a

formação de taumasita.

Primeiramente, a forma convencional ocorre a partir do ataque de íons

provenientes de fontes externas e tem como produtos a etringita e a gipsita. Neste

caso, os sulfatos reagem com hidróxidos de cálcio e hidratos que contêm aluminas,

sobretudo o monossulfato hidratado, convertendo-os a uma forma mais sulfatada, a

etringita. Já as gipsitas são formadas a partir da reação dos sulfatos apenas com a

portlandita. A formação de ambos os produtos é expansiva, porém há um agravante

para o ataque por sulfatos de magnésio, uma vez que, neste caso, há a redução da

alcalinidade do concreto, o que compromete a estabilidade dos silicatos de cálcio

hidratados e também os torna suscetíveis ao ataque por sulfatos, prejudicando a

coesão da pasta de cimento endurecida. (BROWN, 2002; MEHTA e MONTEIRO,

2014; NEVILLE, 2015).

Os sulfatos dissolvidos em água que ingressam ao concreto nem sempre

reagem quimicamente com os componentes da matriz cimentícia. Quando há a

evaporação da água em que o sulfato encontra-se solubilizado, geralmente mais

30

próximo à superfície da peça estrutural, ocorre também o aumento de sua

concentração, o que favorece a formação de sais no interior dos poros do concreto.

Como os sais ocupam volume superior ao íon solubilizado, ocorre o aumento de

pressões internas, tendo também como consequência, a fissuração e desagregação

do concreto. (BROWN, 2002).

Diferente dos mecanismos anteriormente descritos, o ataque por sulfato com

formação de etringita tardia ocorre a partir de sulfatos internos ao concreto,

provenientes de agregados contaminados ou de cimentos com alto teor de trióxido

de enxofre. Aqui, há a decomposição da etringita primária quando submetida a altas

temperaturas (acima de 65º C). A partir daí são liberados íons sulfato que são

adsorvidos pelos silicatos de cálcio hidratado (C-S-H). Posteriormente, quando em

contato com o meio aquoso, esses sulfatos reagem novamente formando a

chamada etringita tardia. Este produto, assim como os outros, é expansivo e sua

formação ocorre principalmente nas zonas de interface da pasta cimentícia com os

agregados. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).

Quando em temperaturas baixas (inferiores a 15º C), o ingresso de sulfatos

combinado com a presença de carbonatos e água pode levar à conversão dos

silicatos de cálcio hidratados em taumasita. Como este produto não tem função

aglomerante, este mecanismos de ataque é extremamente nocivo, podendo

transformar a matriz cimentícia atingida em uma massa pastosa. Este fenômeno é

observado em sua maioria em concretos enterrados com carbonato proveniente dos

agregados ou de bicarbonatos na água subterrânea. (NEVILLE, 2015).

Quanto à sintomatologia, é notável que a coloração do concreto atacado

torna-se esbranquiçada. Além disso, é comum que os danos tenham início pelas

bordas e cantos, em fases mais avançadas surgem fissuras e lascamentos do

concreto, tornando-o quebradiço e até mesmo mole. (NEVILLE, 2015).

A concentração de sulfatos é fator determinante no início e na velocidade de

propagação do ataque. É valido lembrar que a concentração pode aumentar com a

evaporação da água que contém os íons, como é o caso de superfícies horizontais

de estruturas submetidas ao respingo de água marítima. Além da concentração de

sulfatos, a taxa de reposição de sulfatos frente à absorção nas reações decorrentes

na pasta de cimento hidratada também deve ser analisada ao estimar o risco de

deterioração. Sendo assim, estruturas cujo concreto é exposto à pressão de água

contaminada de apenas um dos lados, ou exposto a ciclos de molhagem e secagem,

31

têm sua deterioração acelerada. O contrário ocorre a elementos estruturais

completamente enterrados, como blocos de fundações. (NEVILLE, 2015).

Segundo Mehta e Monteiro (2014), não havendo maneiras de evitar o contato

da estrutura com a água contaminada, deve-se buscar a mitigação do ataque

através do controle da qualidade do concreto. Neste quesito, a redução da

permeabilidade do concreto é a medida mais importante na diminuição da taxa de

deterioração. Para isto, deve-se buscar produzir concretos com baixas relações a/c,

aumento no consumo de cimento e cura apropriada. Visando obter segurança

adicional, podem também ser utilizados cimentos resistentes a sulfatos e cimentos

com adições.

O uso de cimentos com teores de C3A abaixo de 5% apresentam

desempenho satisfatório diante do ataque por sulfatos em condições moderadas de

exposição. Uma segunda abordagem, que pode ser interessante também para

concretos expostos a concentrações mais severas de sulfatos, é o uso de adições

pozolânicas, uma vez que estas consomem a portlandita da matriz cimentícia, além

de produzirem concretos mais densos (MEHTA e MONTEIRO, 2014; NEVILLE,

2015). Contudo, Souza (2016) observou maior deterioração em barras de

argamassa contendo adições pozolânicas quando expostas a concentrações

nocivas de sulfato de magnésio. Tais resultados são atribuídos à contribuição do

efeito pozolânico na redução da alcalinidade da pasta, acentuando ainda mais o

quadro de deterioração dos sulfatos de cálcio. Portanto, é necessário que no

processo de decisão das medidas de mitigação, leve-se em conta a origem e

composição do sal de sulfato ao qual a estrutura está exposta.

3.4 CORROSÃO DAS ARMADURAS

A corrosão dos metais pode ser entendida como um processo natural em que,

ao interagir com o meio, um material metálico retorna ao seu estado de menor

energia agregada. Na construção civil, é geradora de grandes prejuízos, exigindo

altos investimentos para sua mitigação. (CASCUDO, 1997).

Como difundido no meio técnico e científico, o aço imerso em concreto está

protegido física, ao estar separado do meio pelo cobrimento, e quimicamente, ao

estar envolto por uma película passivadora cuja formação e estabilidade são

32

atribuídas à elevada alcalinidade do próprio concreto. Tal camada passivadora é

descrita por Pourbaix (1987) como uma película de óxidos invisível a olho nu e de

alta aderência ao aço, gerada por uma reação eletroquímica rápida e extensa. Ela

garante ao aço taxas de corrosão desprezíveis, devido a sua alta resistência ôhmica

associada ao bloqueio ao acesso de umidade, oxigênio e outros agentes agressivos

à superfície da armadura, e à sua capacidade de inviabilizar a dissolução do ferro.

(FIGUEIREDO e MEIRA, 2011).

Tuutti (1982) propôs um modelo que representa o processo de corrosão do

aço em concreto armado dividido em duas fases: iniciação e propagação. A primeira

fase corresponde ao desenvolvimento dos mecanismos que levam à perda de

passivação da armadura. A ruptura da camada passivadora dá-se pela redução do

pH da solução intersticial do concreto no entorno das barras de aço, através da

carbonatação, ou pela ação de íons cloreto, quando estes chegam a uma

concentração critica na superfície da película de passivação. Há também a

possibilidade de os dois ocorrerem simultaneamente. (BAKKER, 1988). Ambos os

mecanismos serão discutidos mais detalhadamente neste trabalho nas seções 3.4.1

e 3.4.2.

Assim que o aço é despassivado, começa a fase de propagação da corrosão.

Este processo tem natureza eletroquímica e ocorre em unidades denominadas

células de corrosão. Tais unidades (representadas pela Figura 6) são compostas de

uma região anódica, caracterizada pela transformação do material metálico nela

contido em íons, num processo chamado oxidação e de uma região catódica, que

recebe os elétrons gerados no ânodo, num processo denominado redução. Entre

ânodo e cátodo há uma diferença de potencial e uma ligação metálica, havendo um

meio aquoso exteriormente a eles, denominado eletrólito, onde ocorre a condução

dos íons liberados. (FIGUEIREDO e MEIRA, 2011).

FIGURA 6 – REPRESENTAÇÃO DE UMA PILHA DE CORROSÃO EM CONCRETO ARMADO

FONTE: Figueiredo e Meira (2011).

33

Tendo em vista as reações que compõem a corrosão metálica no concreto,

nas quais se observa o consumo de oxigênio e a regeneração da água, é possível

compreender a influência da umidade nesse processo. Constata-se que em

ambientes de umidade relativa baixa as taxas de corrosão são também baixas, uma

vez que há quantidade insuficiente de água para sustentar as reações de corrosão.

Por outro lado, o excesso de água em casos de estruturas submersas também

dificulta a corrosão, uma vez que nestas a concentração de oxigênio é bastante

baixa, o que inviabiliza as reações catódicas. A umidade relativa ótima para a

corrosão encontra-se ente 70% e 80%, uma vez que, superado este último valor,

nota-se prejuízo à difusividade do oxigênio. (NEVILLE, 2015).

Neville (2015) destaca dois efeitos deletérios causados pela corrosão: um diz

respeito ao concreto e outro ao aço. Como os produtos da corrosão são altamente

expansivos, há uma tendência à fissuração do concreto nas regiões de armadura

corroída. Com isso, a permeabilidade a agentes agressivos aumenta. Com a

acentuação do quadro de corrosão e geração de mais produtos expansivos, ocorre

também a descamação ou a delaminação do concreto da camada de cobrimento,

favorecendo a degradação do elemento estrutural. A segunda consequência da

corrosão é a redução da seção transversal das barras de aço, o que reduz a

capacidade resistente do elemento estrutural.

Diversos estudos comprovam os prejuízos da corrosão às propriedades

mecânicas das estruturas de concreto armado. Castel et al. (2010), citados por Zhou

et al. (2015), desenvolveram ensaios de resistência à flexão em vigas de concreto

armado expostas à névoa marítima e observaram que a fissuração atribuída à

corrosão presente nas regiões comprimidas da viga não alterou significativamente o

comportamento do elemento à flexão. Por outro lado, quando a fissuração ocorre em

regiões tracionadas, foi notada assimetria no comportamento da viga flexionada

associada à perda de rigidez, provavelmente consequência da assimetria de

ocorrência das fissuras. Ao simular corrosão por pites nas vigas, os mesmos

pesquisadores constataram que não há influência significativa no comportamento

global do elemento quando a perda de seção da armadura por corrosão não

coincide com fissuras transversais no concreto ocasionadas pela flexão, contudo

para que a estabilidade seja mantida, é necessário que se garanta a aderência entre

concreto e armadura.

34

Imperatori e Rinaldi (2009) realizaram ensaios de resistência à tração com

três diferentes grupos de barras de aço: o primeiro sem corrosão, o segundo com

corrosão generalizada e o terceiro com corrosão por pites. Através desses ensaios,

eles observaram uma queda acentuada na ductilidade das barras com corrosão por

pites. Por outro lado, estas barras, em situações de perda de volume de seção

similares, apresentaram resistência de ruptura superior à das barras com corrosão

generalizada, que, por sua vez, não tiveram mudanças significativas em relação à

ductilidade. Os autores também realizaram testes de resistência à flexão com vigas

de concreto armado, em grupos contendo aço não corroído e aços com perda de 5%

e 10% da seção. Como esperado, observou-se que, com o aumento do nível de

corrosão da armadura, as vigas romperam-se com menores cargas e deformações,

além de ter sido notada redução na tensão de escoamento das vigas.

3.4.1 Carbonatação

A carbonatação pode ser definida como a formação de sais de carbonato no

concreto a partir da ação ácida do gás carbônico presente na atmosfera sobre íons

alcalinos e hidróxido de cálcio dissolvidos na solução intersticial do concreto.

(CASCUDO e CARASEK, 2011). Tal mecanismo ameaça as estruturas por

desencadear a corrosão das armaduras ao atingir a porção de concreto que as

envolve, uma vez que rompe a camada passivadora do aço por consumir os

componentes básicos da pasta cimentícia, reduzindo o pH inicialmente elevado do

concreto.

As reações de carbonatação atingem podem atingir também cristais de

silicato e aluminatos hidratados presentes na pasta. De acordo com Helene (1993),

os álcalis do concreto comumente são os primeiros a sofrer carbonatação. Isto

ocorre por que estes são mais solúveis e já encontram-se em forma de íons na

solução intersticial, enquanto que a solubilidade do Ca(OH)2 depende da

concentração de íons hidroxila no meio. Já a carbonatação dos aluminatos e

silicatos ocorre a longo prazo, neste caso, além da produção de Ca(CO)3 há também

a formação de géis de silicato e aluminato, favorecendo a degradação do concreto.

Ocorre que a carbonatação a partir do hidróxido de cálcio é a mais relevante devido

à baixa solubilidade dos aluminatos e silicatos hidratados e também porque os

35

álcalis formam sais de carbonato (K2CO3 e Na2CO3) pouco estáveis, que se

dissociam facilmente. (CASCUDO e CARASEK, 2011).

De acordo com Papadakis, Vayenas e Fardis (1991), a carbonatação do

hidróxido de cálcio se dá pela precipitação de carbonato de cálcio a partir da

combinação de íons carbonato oriundos da dissolução do gás carbônico na solução

intersticial com os íons de cálcio que provêm da dissolução, no mesmo meio, da

portlandita produzida na hidratação do cimento. As Equações 1, 2 e 3 demonstram

as reações descritas.

(1)

(2)

(3)

A propagação da carbonatação ocorre progressivamente da superfície para o

interior do concreto e é atenuada ao longo do tempo devido à colmatação dos poros

onde houve a reação, isto ocorre porque o carbonato de cálcio produzido é cerca de

11 vezes mais volumoso que o hidróxido de cálcio. (LEA, 1970 apud CASCUDO e

CARASEK, 2011). A colmatação dos poros reduz a permeabilidade do concreto,

dificultando assim a difusão do dióxido de carbono para o interior da peça de

concreto. Contudo, esse processo não pode ser visto como contínuo, uma vez que

estudos apontam o aumento da porosidade em estágios mais avançados,

ocasionado provavelmente pela carbonatação do C-S-H e sua decalcificação.

(ŠAVIJA e LUKOVIC´, 2016).

O transporte do anidrido carbônico (CO2) no interior do concreto ocorre por

meio de difusão molecular quando em meio gasoso, ou por difusão iônica quando já

se encontra dissolvido em forma de em meio aquoso. De acordo com Neville

(2015), a difusão molecular do gás carbônico ocorre com velocidade cerca de quatro

ordens de grandeza maior que a difusão iônica. Sendo assim, a carbonatação ocorre

majoritariamente quando o sistema de poros se encontra parcialmente úmido, uma

vez que no sistema saturado a difusão ocorre em taxas lentas e no sistema seco há

a ausência da solução intersticial necessária para a dissolução do dióxido de

carbono.

36

A difusividade da pasta de cimento endurecida é o principal fator de

propagação da carbonatação. Devido a isto, pode-se concluir que a estrutura dos

poros tem papel fundamental no desenvolvimento da frente de carbonatação,

ocorrendo a taxas mais elevadas em sistemas com grande volume e conectividade

de poros. Isto torna o tipo de cimento usado, a relação a/c e o grau de hidratação

fatores altamente significativos. Como tais condições são bastante influentes na

resistência do concreto, é comum a afirmação de que a velocidade do avanço da

frente carbonatada é função desta. Neville (2015) considera esta relação uma

simplificação inadequada, já que se baseia em resultados de laboratório nas quais a

cura do concreto é mais eficiente do que a executada em obra. Esta consideração é

bastante válida por evidenciar também a alta influência da qualidade da execução

em obra, bem como os fatores ambientais como concentração atmosférica de gás

carbônico, temperatura e umidade do ar a que a estrutura é exposta.

Claramente, a disponibilidade de gás carbônico no ar que permeia os

elementos estruturais tem forte influência na velocidade das reações de

carbonatação. Sendo assim, as estruturas presentes em atmosfera urbano-industrial

estão mais suscetíveis à carbonatação, uma vez que a concentração de gás

carbônico nestas, próxima a 1% é muito superior à de atmosferas rurais, que se

aproxima de 0,03% (NEVILLE, 2015). Dentro do mesmo contexto, Cascudo e

Carasek (2011) citam a grande ocorrência de carbonatação em estruturas de

garagens subterrâneas, as quais têm grande concentração de gás carbônico emitido

pelos escapamentos dos veículos e favorecida pela baixa circulação de ar. Tendo

em vista esse fator, Yoon, Çopuroglu e Park (2007) apontam a grande importância

da consideração do aumento gradual da concentração de gás carbônico na

atmosfera para os projetos de estruturas baseados na durabilidade, indicando

maiores taxas de carbonatação não só pela elevação da presença do gás na

atmosfera, mas também pelas maiores temperaturas em centros urbanos inerentes a

este acúmulo com os fenômenos do efeito estufa e das ilhas de calor.

A umidade relativa do ar influencia diretamente na umidade dos poros, sendo

geralmente citado que as maiores taxas de corrosão ocorrem quando a umidade

relativa do ar encontra-se entre 50% e 70% (NEVILLE, 2015). Em experimentos,

Roy et al. (1999) notaram crescimento significativo das profundidades de

carbonatação em corpos de prova caso a umidade relativa a que estavam expostos

estivesse entre um intervalo entre 75 e 84%. Já Parrot (1992), citado por Šavija e

37

Lucovic´ (2016), concluiu que a umidade relativa ótima está altamente relacionada

com a porosidade do concreto, sendo que concretos mais porosos atingem as

maiores taxas de carbonatação com umidades relativas mais altas que concretos

menos porosos. Isto é facilmente compreensível tendo em vista o que o transporte

do CO2 é favorecido pelo maior volume e conectividade de poros não saturados ao

mesmo passo que sua dissolução é favorecida pela maior presença de solução

aquosa nesses poros, como já exposto anteriormente.

Dentre os fatores que influem a carbonatação nas estruturas de concreto, são

relevantes também o consumo de cimento na dosagem do concreto e as adições ao

aglomerante. Primeiramente, concretos com maior consumo geralmente têm um

avanço mais lento da frente de carbonatação. Isto pode ser explicado por sua maior

proporção de Ca(OH)2, o qual funciona como uma reserva alcalina a ser consumida,

retardando assim a carbonatação em regiões mais profundas do elemento estrutural.

Já o uso de adições minerais no concreto pode colaborar ou obstruir a

carbonatação. Isso ocorre porque com a redução na proporção de clínquer contida

no aglomerante e, com o efeito pozolânico de determinadas adições, há,

consequentemente, a diminuição de Ca(OH)2 na solução intersticial do concreto, o

que significa que a frente de carbonatação tende a avançar com maior rapidez, já

que a reserva alcalina na pasta é menor. Porém, ao mesmo tempo, os efeitos fíler e

pozolânico agem na estrutura dos poros, tornando-os menos volumosos e conexos,

afetando a difusão do dióxido de carbono para o interior da peça. De modo geral, o

efeito predominante pode depender do tipo de adição relacionado ao teor

empregado, relação água/aglomerante e cura do concreto. (CASCUDO e

CARESEK, 2011).

Além da redução do pH do concreto, a carbonatação afeta também

características da microestrutura do concreto atingido. Chi, Huang e Yang (2002),

realizaram ensaios com corpos de prova submetidos à carbontação acelerada e

observaram aumento na resistência à compressão e à tensão e na resistividade

elétrica nos corpos de prova carbonatados. Diversos outros estudos confirmam o

mesmo efeito e também o atribuem a alteração da estrutura de poros com a

produção de carbonato de cálcio (ŠAVIJA e LUKOVIC, 2016). Porém, Cascudo e

Caresek (2011) minimizam a importância desses ganhos, uma vez que occorem

geralmente na camada mais exterior das peças de concreto. Outras alterações

citadas tanto por Cascudo e Caresek (2011) quanto por Šavija e Lukovic (2016) são

38

o aumento da retração e fissuração do concreto, aumento de porosidade capilar,

massa e dureza superficial, sendo esta última consequência dos ganhos de

resistência.

Assumindo outro ponto de vista, inovações tecnológicas vêm sendo propostas

com a finalidade de utilizar os efeitos da carbonatação a favor da durabilidade do

concreto através da cura por carbonatação acelerada. Zhang e Shao (2016)

desenvolveram um processo que viabilizasse tal método em corpos de prova e vigas

de concreto pré-moldado. Os pesquisadores submeteram as peças à secagem

superficial e à carbonatação em câmara pressurizada por 12 horas logo após sua

desmoldagem. Inicialmente foi observada manutenção do pH do interior do concreto

e a redução do pH na camada mais externa, o qual foi reestabelecido após 27 dias

de hidratação o concreto. Ao final, concluiu-se que tal tratamento proporcionou às

peças de concreto uma superfície rica em carbonatos, densificando o concreto

externamente, tornando-o menos permeável e conferindo-lhe ganhos significativos

em resistência. Testes demonstraram também que a velocidade de carbonatação

natural ao longo do tempo é equiparável à de peças de concreto curadas

convencionalmente. Este uso da carbonatação de forma controlada apresenta

também benefícios ao meio ambiente, uma vez que o processo de cura por

carbonatação consome gás carbônico, cujos impactos são diretamente relacionados

ao efeito estufa e cujas emissões têm grande contribuição das atividades da

Construção Civil.

3.4.2 Ataque por Cloretos

Diferente da corrosão do aço iniciada por carbonatação, a ação dos íons

cloreto rompe a camada passivadora com a manutenção da alcalinidade da solução

intersticial do concreto, desencadeando assim, o processo corrosivo. (FIGUEIREDO

e MEIRA, 2011).

Por ser um processo que ocorre em escala atômica sobre uma camada

passivante extremamente fina, não há certeza acerca do mecanismo de ruptura da

passivação das armaduras por íons cloreto. De acordo com Neville (2015), há a

ativação da superfície do aço, por meio dos cloretos, para a formação de um ânodo,

ao passo que o filme passivante do aço age como cátodo. Para isto, há a formação

do cloreto ferroso em uma etapa intermediária, o qual se dissocia ao reagir com a

39

água intersticial, dando origem ao hidróxido de ferro. As Equações 4 e 5

demonstram as reações envolvidas neste processo:

(4)

(5)

Os íons cloreto que ameaçam as estruturas de concreto provêm

majoritariamente da atmosfera ou da água marinha, do sal utilizado para degelo de

pavimentos em países com invernos rigorosos, agregados e água de amassamento

com impurezas, aditivos aceleradores de pega com CaCl2, e processos industriais.

Esses íons são encontrados no concreto combinados quimicamente com fases

alumino-ferríticas, formando cloroaluminatos (sais de Fridell), livres na solução

intersticial ou adsorvidos fisicamente nas superfícies dos poros capilares.

(CASCUDO, 1997; FIGUEIREDO, 2011).

Não há consenso na literatura sobre a concentração de cloretos necessária

para o rompimento da camada passivadora das armaduras, sendo que há grande

variabilidade nos valores obtidos em pesquisas. Segundo Ann e Song (2007), as

principais causas para essa incerteza são as diferenças em metodologia de medição

e apresentação dos valores, bem como a influência de condições na interface entre

concreto e armadura e de fatores ambientais sobre o ataque por cloretos. A

concentração limite de cloretos são expressas principalmente em porcentagem de

cloretos livres em relação à massa de cimento, em relação entre cloretos livres e

íons hidroxila [Cl-]:[OH-] ou em porcentagem de cloretos totais em relação à massa

de cimento. Esta última é a mais utilizada devido à facilidade de sua determinação e

por considerar também o risco da participação dos cloretos fixados no agravamento

da corrosão, além de também levar em conta o efeito inibidor dos produtos

hidratados do cimento. (ANN e SONG, 2007; ANGST et al., 2009). A norma

brasileira, NBR 12655:2015, determina valores limite de concentração de cloretos

totais em porcentagem de massa do cimento de acordo com a classe de

agressividade ambiental e as condições de serviço da estrutura. Os valores podem

ser apreciados na Tabela 2.

40

TABELA 2 – TEORES DE CLORETOS MÁXIMOS

Classe de

agressividade

ambiental

Condições de serviço da estruturaTeor máximo de íons Cl- no concreto

(% sobre a massa de cimento)

Todas Concreto Protendido 0,05

III e IVConcreto armado exposto a cloretos nas

condições de serviço da estrutura0,15

IIConcreto armado não exposto a cloretos nas

condições de serviço da estrutura0,30

I

Concreto armado em brandas condições de

exposição (seco ou protegido da umidade

nas condições de serviço da estrutura)

0,40


Os cloretos podem ser transportados no interior do concreto pelos

mecanismos de absorção capilar, pressão hidrostática, difusão iônica e migração

iônica, sendo a água o veículo para a ocorrência dos quatro mecanismos de

transporte. Dentro os quatro, os que ocorrem com maior frequência são a absorção

capilar, em regiões da estrutura submetidas a ciclos de molhagem e secagem, e a

difusão iônica, em regiões da estrutura onde a água que contém os cloretos

encontra-se estagnada. No primeiro mecanismo, a profundidade atingida pelos

cloretos dependerá da permeabilidade da superfície atingida pela água e dos

períodos de secagem e umedecimento, enquanto que a difusão é facilitada por altos

graus de saturação dos poros. (CASCUDO, 1997; FIGUEIREDO, 2011).

Castro, Rincon e Pazini (2001) analisaram os teores de cloretos em corpos

de prova de concreto expostos a ambiente litorâneo com diferentes relações a/c. A

concentração dos íons foi medida para diferentes profundidades em relação à

superfície, como pode ser visualizado na Figura 7. Tais medidas permitiram

visualizar duas zonas diferentes, delimitadas pela profundidade com concentração

máxima de cloretos. Na primeira, é observada a predominância dos ciclos de

molhagem e secagem, com menores concentrações retidas na superfície, sendo

crescentes à medida que esse fenômeno reduzia-se. A segunda fase é

caracterizada pelo alto grau de saturação dos poros, predominando, assim, o

transporte por difusão, observado pelo decaimento da concentração com o aumento

da profundidade. Com esses experimentos, os pesquisadores puderam também

concluir que a elevação da relação a/c, com consequente aumento da porosidade do

concreto, tornou maior a interferência dos ciclos de umedecimento e secagem, além

de facilitarem o ingresso e difusão de íons cloreto. De forma semelhante, o

favorecimento do transporte de íons cloreto associado ao aumento da relação a/c é

41

apontado por Jaergemann (1990) e Kim et al (2014). Adicionalmente, o estudo de

Jaergmann (1990) chama atenção para a importância do tempo de cura para a

melhora na qualidade da superfície do concreto e redução do ingresso de cloretos, o

que também foi demonstrado pelos experimentos de Khanzadeh-Moradllo et al.

(2015).

FIGURA 7 – PERFIS DE CLORETO EM AMOSTRAS DE CONCRETO EXPOSTAS A ATMOSFERA MARÍTIMA POR 24 MESES

FONTE: adaptado de Castro, Rincón e Pazini (2001).

O trabalho de Castro, Rincón e Pazini (2001) também traz considerações

relevantes acerca do ambiente de exposição das estruturas de concreto em relação

à proximidade com o mar. Num primeiro caso, onde houve o estudo de corpos de

prova de concreto localizados a 50, 100 e 780 metros da orla marítima, os autores

notaram que, com o aumento da distância, há significativa redução nas

concentrações de cloretos. Em outro caso, com a análise de pilares de uma ponte

sobre um lago de água salgada no litoral da Venezuela, notou-se que as amostras

retiradas a maiores alturas em relação ao nível da água apresentavam menores

concentrações de íons cloreto. De forma semelhante, Sandberg et al. (1998)

observaram maior concentração de cloretos em corpos de prova submersos, quando

comparados com corpos de prova localizados em zona de respingo e zona de

atmosfera marinha; contudo, é válido lembrar que a corrosão de armaduras em

concreto submerso é insignificante haja vista a baixa concentração de oxigênio

42

nesse meio, sendo que o maior risco de corrosão incide sobre os elementos

estruturais na zona de respingo. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).

Além dos fatores apresentados, a capacidade de fixação de cloretos livres

pela matriz cimentícia é bastante influente na despassivação da armadura.

Concretos com altos teores de aluminato têm maior capacidade de fixação de

cloretos, desacelerando, assim, o transporte desses íons no interior do material

(ANN e SONG, 2007). Em estudos de corrosão desencadeada por ação de cloretos

em concretos produzidos com diferentes proporções de C3A, Rasheeduzzafar et al.

(1990) notaram que concretos com maiores proporções do aluminato fixavam

maiores proporções de cloreto e suas armaduras levavam mais tempo para ser

corroídas, sendo que o aumento de 2% para 14% do teor de C3A, reduziu a

proporção de cloretos livres de 86% para 33% e elevou em 245% o tempo de início

de corrosão.

Ainda sobre a fixação de cloretos, nota-se que o ataque por cloretos é

agravado pela carbonatação. Isto ocorre porque a carbonatação causa a liberação

de cloretos combinados, os quais seguem por difusão para o interior do concreto.

(NEVILLE, 2015). Tais afirmações são confirmadas por Ye et al. (2016), que

através da análise de perfis de cloreto em corpos de prova de concreto carbonatado,

observaram que, assim que os sais de Frieddel eram desfeitos pela carbonatação,

havia uma redistribuição dos cloretos em direção às regiões não carbonatadas,

levando-os ainda mais para o interior do concreto.

Além dos cuidados já citados, a mitigação dos ataques por coretos é a

substituição de parte do cimento por adições. Page et al (1981) analisaram o

coeficiente de difusão de cloretos em pastas de cimento produzidas contendo 30%

de adição de cinza volante, 65% de adição de escória e cimento resistente a

sulfatos. A difusão de cloreto obtida, apresentados na Tabela 3, demonstra melhores

resultados para os dois primeiros casos e uma piora bastante expressiva com o uso

de cimento resistente a sulfatos. Esta última pode ser explicada pelo baixo teor de

álcalis comum a este tipo de cimento, enquanto os bons resultados podem ser

atribuídos à diminuição de volume e interconectividade de poros, comumente

ocasionada pelo uso de adições. Benefícios semelhantes foram atribuídos ao

emprego de sílica ativa em pastas de cimento por Zhang e Gjorv (1991) citados em

Figueiredo (2011), confirmando também, como esperado, a alta influência da

estrutura de poros na difusão de íons cloreto.

43

TABELA 3 – COEFICIENTES DE DIFUSÃO DE CLORETOS PARA DIFERENTES COMPOSIÇÕES DE AGLOMERANTES

Tipo de cimento Coeficiente de difusão (x10-9

cm²/s)

Cimento Portland 44,7

Cimento com 30% de cinza volante 14,7

Cimento com 65% de escória 4,1

Cimento Resistente a Sulfatos 100

FONTE: Page et al. (1981).

3.5 FISSURAÇÃO

A fissuração é uma manifestação patológica bastante comum nas estruturas

de concreto armado. De acordo com a NBR 6118:2005, a ocorrência de fissuras é

praticamente inevitável, haja vista a variabilidade do concreto e sua baixa resistência

à tração. Todavia, o surgimento de fissuras é totalmente indesejável, já que podem

afetar negativamente a segurança, funcionalidade e durabilidade das estruturas,

uma vez que contribuem no ingresso de agentes nocivos. Por outro lado, a análise

das fissuras pode dar pistas valiosas no diagnóstico das ameaças à integridade da

estrutura. Portanto, é essencial o conhecimento dos tipos e causas de fissuração

para a inspeção das condições estruturais de uma edificação, obra de arte especial

e outros tipos de construção. (NEVILLE, 2015).

Nesta seção, serão apresentadas as principais causas da ocorrência de

fissuras, divididas em duas subseções: a primeira contendo as fissuras originadas

no estado fresco e a segunda contendo as fissuras originadas durante e após o

endurecimento.

3.5.1 Fissuras originadas do estado fresco

3.5.1.1 Fissuração por retração plástica

A retração plástica acontece quando as camadas mais superficiais do

concreto recém-lançado perdem parte de sua água e esta não é reposta

suficientemente por água proveniente de exsudação. Concomitantemente, as

camadas inferiores não são atingidas pelo mesmo efeito, restringindo assim a

movimentação da porção em retração. Como a resistência à tração do concreto nos

44

primeiros dias é praticamente nula, essa movimentação diferencial é suficiente para

causar fissuras de pouca profundidade, dispostas paralelamente ou em padrões

aleatórios. (ACI, 2007).

A perda de água que leva à retração plástica é favorecida por altas

temperaturas tanto do ambiente quanto do calor de hidratação do concreto, por

baixas umidades relativas do ar e pela ação do vento sobre a estrutura. Além de agir

sobre esses fatores, como proteger a superfície do vento e raios solares, é

importante também realizar a cura do concreto nas primeiras idades para prevenir a

perda excessiva de água. (ACI, 2007).

3.5.1.2 Fissuração por assentamento do concreto

A fissuração por assentamento ocorre sempre quando há o impedimento da

movimentação natural da argamassa contida no concreto, principalmente pela

armadura. Essas fissuras acompanham a orientação das armaduras e costumam ser

acompanhadas pela ocorrência de um vazio por baixo das armaduras, o chamado

“efeito sombra” reduzindo a aderência da armadura com o concreto. Quando há alta

concentração de armaduras, pode haver a integração de fissuras e vazios,

ocasionando problemas mais graves ao funcionamento da estrutura. (SOUZA e

RIPPER, 1998). A Figura 8 apresenta os efeitos da restrição ao assentamento do

concreto por uma barra de aço.

FIGURA 8 – FISSURA TÍPICA DE ASSENTAMENTO PLÁSTICO

FONTE: DNIT (2010).

Esse tipo de fissura pode ser atribuído à ineficiência do adensamento no

momento da concretagem. Sendo assim, a ocorrência desse tipo de fissura pode

45

evidenciar a possibilidade de outros problemas recorrentes da concretagem mal

executada, como vazios no interior da estrutura. Outro agravante desse tipo de

fissuração é que ela ocorre entre a superfície do concreto e a do aço, dando fácil

acesso aos agentes agressivos. (SOUZA e RIPPER, 1998).

3.5.1.3 Fissuração por movimentação da fôrma e escoramento

Quando fôrma e escoramento não se encontram posicionados e fixados

corretamente no momento do lançamento do concreto ou não são suficientemente

rígidos ocorrem deformações no suporte do concreto ainda fresco. Tais deformações

causam uma realocação de parte da massa de concreto, acompanhada da

ocorrência de fissuras. Sendo assim, é essencial que se preveja a resistência dos

materiais de fôrma e cimbramento, de forma a evitar deslocamentos excessivos que

possam comprometer a integridade da estrutura. (SOUZA e RIPPER, 1998).

3.5.1.4 Fissuração superficial mapeada

Esse tipo de fissura ocorre geralmente por concentrações de água nas

superfícies dos elementos estruturais superiores à concentração no interior. São

mais comuns em lajes, causadas principalmente pelo excesso de desempeno pelos

operários, e em paredes onde o acúmulo se dá pelo uso de formas impermeáveis.

Tais fissuras são praticamente imperceptíveis quando as superfícies se encontram

secas e limpas, uma vez que são bastante rasas e finas. Seu padrão se assemelha

a uma rede irregular, com espaçamentos de até 100 mm entre fissuras. (NEVILLE,

2015).

3.5.2 Fissuras originadas no estado endurecido

3.5.2.1 Fissuração por retração por secagem

A partir de sua produção, passando por seu lançamento e secagem, o

concreto perde água para o ambiente não saturado. Inicialmente, a perda de água

livre causa pouca reação volumétrica, mas com a continuidade da secagem, perde-

se água adsorvida e até mesmo parte da água intracristalina, o que gera retração da

peça estrutural. Por outro lado, o concreto pode também expandir quando

umedecido novamente. (NEVILLE, 2015). Tais variações volumétricas ao serem

46

restringidas, sejam por outro elemento estrutural ou até mesmo por partes em

diferente estado de umedecimento, podem gerar tensões de tração acima da

resistência do concreto, causando, então, o surgimento de fissuras.

A retração por secagem do concreto é influenciada principalmente pela forma

e proporção de agregados frente à pasta de cimento. Como, neste caso, a retração

acontece pela secagem da pasta de cimento, os concretos que têm maior proporção

de agregados, e também agregados mais rígidos, retraem menos. (BESSONNETTE,

PIERRE e PIGEON, 1999; ACI, 2007).

A fissuração por secagem pode ocorrer de formas variadas, sendo

comumente paralela ao elemento que restringiu a retração. Em caso de pavimentos,

se apresenta de forma mapeada, uma vez que a restrição do encolhimento provém

das camadas mais inferiores, apoiadas sobre o solo. (ACI, 2007).

3.5.2.2 Fissuração por reações expansivas

O efeito deletério da reação álcali-agregado e do ataque por sulfato,

manifesta-se pela expansão do elemento estrutural afetado, seguido de sua

fissuração mapeada. A RAA, já tratada mais a fundo na seção 3.2, tem gel sílico-

alcalino como produto na grande maioria dos casos. Esse gel expande-se ao

absorver, por osmose, grande quantidade de água. As pressões geradas pela

expansão do gel podem ocasionar a fissuração da matriz cimentícia e até mesmo do

próprio agregado. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).

Quando submetido a meios com alta concentração de sulfatos, o concreto

também pode sofrer a fissuração pela geração de produtos expansivos. O ataque

por sulfatos causa fissuração devido à formação de gipsita e etringita a partir da

reação entre sulfatos, portlandita e aluminatos hidratados. Outras formas da

ocorrência desse mecanismo é a produção do concreto com agregados e outros

materiais contendo alta concentração de sulfatos e a reação dos sulfatos com

carbonatos e elementos da pasta cimentíca. A própria reação e seus diferentes tipos

já foram apresentados com mais detalhes na seção 3.3.

3.5.2.3 Fissuração por corrosão das armaduras

Os produtos finais de corrosão das armaduras têm sua natureza definida por

diferentes fatores, como a temperatura, a forma de despassivação, e teor de

47

cloretos, sendo que dentre os três produtos mais encontrados em armaduras

corroídas, dois apresentam alta expansibilidade. (CASCUDO, 1997). De acordo com

Helene (1993), os óxidos e hidróxidos gerados pela corrosão ocupam volumes

superiores ao volume original do aço, o que gera tensões internas próximas de 15

MPa. Tais tensões superam a resistência do concreto à tração na maioria das vezes,

dando origem a fissuras que acompanham o sentido das armaduras e que se

propagam podendo gerar até o destacamento da cobertura do concreto.

3.5.2.4 Fissuração por cristalização de sais

Em situações em que uma solução contendo sais percola por um elemento

estrutural, como lajes e muros de contenção, tendo saída em uma superfície sujeita

à perda de umidade por evaporação, há a possibilidade da hidratação dos sais

dissolvidos ocasionada pelo aumento de sua concentração frente à perda de água.

Quando a evaporação da solução é menor que a taxa de reposição da solução, a

cristalização dos sais não é nociva, pois ocorre majoritariamente na superfície. Já

em situações contrárias, com evaporação excessiva em relação à reposição de

solução, os sais se cristalizam ainda nos poros, causando a fissuração do concreto e

até mesmo a sua desagregação. Isso ocorre porque o sal hidratado expande e,

estando nos poros, causa tensões elevadas. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).

3.5.2.5 Fissuração por congelamento e degelo

Sob baixas temperaturas, a água contida nos poros capilares do concreto fica

sujeita ao congelamento. Quando congelada, a água ocupa um volume 9% maior

que em seu estado líquido, causando assim a expulsão da água ainda não

congelada, o que gera uma pressão hidráulica no sistema capilar do concreto que

leva à expansão do material. Há também outro mecanismo de expansão relacionado

ao congelamento da água em poros capilares que diz respeito ao aumento

localizado da concentração de solutos em regiões não congeladas, levando ao

surgimento também de pressões osmóticas. A ação deletéria da solidificação da

água em poros capilares é agravada diante da natural alternância de congelamento

e degelo, onde a expansão ocorre em efeito cumulativo, levando à fissuração e até

mesmo à desintegração do concreto. (MEHTA e MONTEIRO, 2014; NEVILLE,

2015).

48

3.5.2.6 Fissuração por ação da temperatura

Materiais tendem a dilatar e retrair quando expostos a variações de

temperatura. Portanto, o projeto de estruturas de concreto deve contemplar a

execução de juntas, armaduras ou outras soluções compensatórias que restrinjam

de maneira adequada ou permitam a movimentação por dilatação para estruturas

expostas à variação de temperatura ambiental e, principalmente, à formação de

gradientes térmicos.

3.5.2.7 Fissuras de origem estrutural

Erros de projeto como modelização estrutural inadequada, má avaliação das

cargas ou detalhamento incorreto ou insuficiente e também uso incorreto das

estruturas, como alterações sem estudos apropriados ou carregamento superior ao

projetado, são motivos recorrentes de quadros fissuratórios e até mesmo da ruína de

estruturas de concreto armado. (SOUZA e RIPPER, 1998).

As fissuras causadas por sobrecarga das estruturas assumem configuração

própria em função do tipo de esforço ao qual a peça estrutural está submetida. Em

vigas, as sobrecargas podem causar fissuras por flexão, partindo da face inferior

quando no centro do vão (momentos positivos) e da face superior quando na

proximidade dos apoios (momentos negativos) e também podem causar fissuras por

cisalhamento, as quais são caracteristicamente inclinadas a 45º, partindo dos

apoios. Há também a ocorrência de fissuras por esmagamento do concreto, nas

regiões da viga submetidas a esforços de compressão, porém, esses casos são

mais raros, uma vez que esses esforços são também absorvidos pelas lajes

adjacentes. (SOUZA e RIPPER, 1998). A Figura 9 apresenta a configuração das

fissuras mais comuns em vigas.

49

FIGURA 9 – FISSURAS EM VIGAS POR FLEXÃO EM (a) E (b) E CISALHAMENTO EM (c)

(a)

(b)

(c)

FONTE: Souza e Ripper (1998).

50

4 AVALIAÇÃO DE ESTRUTURAS

De acordo com o Boletim 243 do CEB (1998), as avaliações periódicas são a

forma mais econômica, fácil e efetiva para garantir que uma estrutura atinja de forma

satisfatória sua vida útil. O documento afirma que elas têm como finalidade

“examinar a condição real de uma estrutura pré-existente, geralmente para certificar

se há um fator de segurança adequado diante das atuais e potenciais solicitações”.

Além do mais, tendo uma metodologia bem definida, é possível fazer o prognóstico

das condições futuras de durabilidade e desempenho, sobretudo quando se trata de

estruturas acometidas por algum mecanismo deletério.

A demanda de avaliações estruturais ocorre geralmente quando se observa

prejuízo a confiabilidade da estrutura através de algum mecanismo de deterioração

visível, quando se deseja aplicar sobrecargas adicionais à estrutura ou quando há a

intenção de reunir dados importantes para um projeto de reparo ou reforma da

estrutura. Particularmente para OAEs, as avaliações são necessárias para

acompanhar, sob diferentes condições de tráfego, a segurança e funcionalidade da

estrutura, criar ferramentas de gerenciamento e manutenção a partir de um banco

de dados contendo informações atuais e de uma série histórica, e também definir

elementos estruturais e estruturas onde há prioridade de intervenções. Um exemplo

visível no Brasil é a criação do Sistema de Gerenciamento de Obras de Arte (SGO)

pelo Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes (DNIT), no qual estão

cadastradas mais de 5700 OAEs e que contribuiu para o programa de recuperação

PROART, que visava, em 2011, a intervenção sobre 2500 OAEs. (CEB, 1998;

FIGUEIREDO, ARAÚJO NETO e ALMEIDA, 2011).

A CEB (1998) define que a avaliação de estrutura deve considerar, de forma

integrada, coleta de dados da estrutura, meio ambiente e considerações de serviço;

inspeção visual e realização de ensaios in loco ou em laboratório. Estes itens estão

presentes no detalhamento das fases de avaliação estrutural propostas por

Figueiredo, Araújo Neto e Almeida (2011), apresentados na Tabela 4.

51

TABELA 4 – DETALHAMENTO DE FASES DE UMA AVALIAÇÃO DE ESTRUTURA

Fase Objetivos Operação

Preparação Garantir que a inspeção

empregará eficientemente o conhecimento anterior disponível

Coletar todos os dados históricos e resultados de ensaios, modelos

de cálculo empregados. Padronizar formulários para

relatórios de ensaios

Investigação global

Entender o comportamento global da estrutura. Selecionar áreas

para exame detalhado. Determinar as melhores técnicas

e medidas para variáveis de interesse

Inspeção visual. Registros Fotográficos.

Ensaios não destrutivos. Escolha de Amostras.

Investigação Detalhada

Fornecer dados necessários e suficientes da estrutura para

serem avaliados com confiança

Ensaios estruturais. Ensaios não destrutivos. Ensaios

Físicos e Químicos.

Apresentação dos Resultados

Disponibilizar resultados da inspeção facilitando a avaliação e

a comparação

Construção de Gráficos e desenhos esquemáticos, descrição de mecanismos

resistentes. Análise estatística de medidas de variáveis estruturais. Consolidação de Informações.

Análise dos Resultados

Utilizar os registros dos resultados para avaliação do

desempenho estrutural atual e futuro da estrutura em relação aos requisitos especificados

Análise estrutural. Análise de deterioração.

Experiência anterior (expertise).

Recomendações

Determinar quais procedimentos necessários para reparar,

reforçar, realizar tratamento preventivo ou inspeções

adicionais.

-

FONTE: Figueiredo, Araújo Neto e Almeida (2011).

As seções apresentadas neste capítulo tratarão da inspeção de OAEs, bem

como de ensaios não destrutivos empregados para a investigação da presença e

avanço de mecanismos deletérios que possam comprometer a utilização da

estrutura ao longo de sua vida útil.

4.1 INSPEÇÃO VISUAL

Cascudo (1997) e o Boletim 243 do CEB (1998) afirmam que a inspeção

visual é um meio de detectar e registrar anomalias presentes nas estruturas a fim de

identificar, através de comparação com quadros típicos de sintomas, ameaças à

estabilidade estrutural e às condições de serviço. Para isto, podem ser necessários

equipamentos de acesso visual como binóculos e lupas, ferramentas para registo

52

como material de anotação e câmera fotográfica, e aparatos para medição como

trenas e fissurômetros.

As características observadas visualmente podem indicar falhas na execução

ou no uso da estrutura e a ação de mecanismos deletérios no material. Sinais como

concreto segregado podem apontar falha na dosagem ou no lançamento. Bicheiras

podem acusar baixa qualidade na execução. A incompatibilidade do uso com o

projeto ou vice-versa pode ser indicada por deformações excessivas ou fissuras

expressivas nas regiões tracionadas ou cisalhadas. Já em relação à deterioração

dos materiais, a identificação e análise de padrões de fissuras e desplacamento do

concreto pode fornecer sugestões preliminares do mecanismo deletério atuante.

Ainda que, seja demandado cuidado na determinação de diagnósticos a partir de

inspeção visual apenas, são obtidas, por meio destas, informações muito valiosas

que podem ser base para a definição de ensaios necessários e até mesmo medidas

de reparo. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).

Durante as inspeções, deve-se atentar a vários fatores, sendo listados os

seguintes pela CEB (1998):

- Verificação de informação coletada na fase de planejamento;

- Revestimentos e proteções das estruturas;

- Aparência da superfície do concreto e diferenças na sua coloração;

- Presença de fissuras, sua disposição, abertura e extensão;

- Deterioração do concreto e do seu revestimento, quando houver;

- Barras expostas;

- Deformações excessivas da estrutura;

- Presença de manchas de umidade e lixiviação.

Complementarmente, Bungey, Millard e Grantham (2006) afirmam que a

inspeção visual não deve ser limitada a aspectos da superfície do concreto, sendo

importante também incluir a análise visual de aparelhos de apoio, juntas de

expansão, sistema de drenagem, dutos de protensão, aterros adjacentes e demais

acessórios importantes para o funcionamento adequado da estrutura.

No Brasil, as normas DNIT 010:2004 e a NBR 9452:2016 dão orientações

acerca das inspeções em obras de arte especiais, além de apresentar formas de

classificação a partir da análise visual de anomalias, tendo em vista o risco que cada

uma pode apresentar à estabilidade e funcionamento das OAEs de acordo com sua

dimensão e elemento de ocorrência.

53

O sistema de classificação segundo a NBR 9452:2016 estabelece três tipos

de parâmetros de avaliação. O primeiro diz respeito aos parâmetros estruturais,

levando em conta a estabilidade e capacidade portante da estrutura em relação aos

seus estados limite último e de utilização. O segundo refere-se aos parâmetros

funcionais, tocantes ao atendimento da OAE às finalidades a que se destina, tendo

em consideração características geométricas, conforto e segurança do usuário. Por

fim, o terceiro trata dos parâmetros de durabilidade, atribuídos à resistência da

estrutura frente à agressividade ambiente que prejudicam o cumprimento de sua

vida útil, sendo analisados, por exemplo, espessura de cobrimento, ocorrência de

corrosão e infiltrações. Cada grupo de parâmetros tem uma lista de relação entre

condições verificadas e nota a ser atribuída de 1 (crítica) a 5 (excelente), caso se

confirme a anomalia descrita nas condições. As listas de classificação da NBR

9452:2016 podem ser apreciadas no anexo A ao fim deste trabalho.

Já a classificação de acordo com o manual DNIT 010:2004 deve ocorrer

durante a inspeção rotineira e é mais superficial e sujeita a variações de acordo com

a interpretação do inspetor. Tal classificação consiste na atribuição de notas,

também de 1 a 5, para lajes, vigamento, meso estrutura, infraestrutura e pista de

acesso. Para isto, são fornecidas fichas com checklists de anomalias observadas e a

nota deve partir da interpretação do inspetor diante das informações coletadas,

sendo a nota geral da OAE a nota mais baixa entre os cinco parâmetros observados.

As fichas de classificação de OAE presentes no manual DNIT 010:2004 são também

expostas ao final deste trabalho, no anexo B.

O Escritório Modelo de Engenharia Civil da Universidade Federal do Paraná

(EMEA-UFPR) desenvolveu uma metodologia de análise e registro de

manifestações patológicas bastante pertinente entre os anos de 2014 e 2016, tendo

como base parâmetros adotados no Sistema de Gerenciamento de Obras Especiais

e a experiência adquirida ao logo das inspeções de 537 OAEs de rodovias federais

nos estados do Paraná e Santa Catarina, através de convênio firmado com o DNIT.

Esta metodologia compreende a anotação em campo de manifestações patológicas

observadas seguindo uma lista de orientação e a caracterização de cada

manifestação pela sua proporção dimensional em relação ao elemento estrutural

acometido e urgência de reparo. Nesta metodologia são também registradas as

dimensões das anomalias para acompanhamento de seu progresso em inspeções

futuras. A lista de orientação é apresentada no anexo C.

54

Em suma, as inspeções visuais são uma primeira forma de acessar as

condições das estruturas. Para seu sucesso, é importante que o inspetor tenha

conhecimento do funcionamento dos elementos estruturais e dos mecanismos de

deterioração. A metodologia adotada bem como a análise das informações obtidas

pode seguir várias orientações, sendo crucial que o registro e mapeamento das

anomalias analisadas forneçam material suficiente para auxiliar no diagnóstico de

ameaças à durabilidade e estabilidade das estruturas.

4.2 ENSAIO DE DUREZA SUPERFICIAL

Os métodos de dureza superficial baseiam-se na aplicação de um impacto

com uma energia padrão sobre a superfície do concreto endurecido com posterior

medição da marca remanescente do impacto ou da reflexão de uma massa padrão.

Este último método é mais comumente empregado e baseia-se no princípio de que o

rebote de uma massa elástica depende da dureza da superfície sobre a qual incide o

impacto. Há também uma aparente relação teórica entre a reflexão ao impacto e a

resistência do concreto à compressão, o que torna esse ensaio ainda mais

interessante. (INTERNATIONAL ATOMIC ENERGY AGENCY, 2002; MEHTA e

MONTEIRO, 2014).

4.2.1 Equipamento de ensaio

O equipamento geralmente utilizado nos ensaios de análise de dureza

superficial do concreto é o esclerômetro de reflexão de Schimidt, que contém um

êmbolo sobre o qual é transmitida uma carga proveniente de um martelo controlado

por mola. Como pode ser apreciado na Figura 10, o êmbolo é posicionado

ortogonalmente em contato com a superfície enquanto o corpo do aparelho é

pressionado em direção ao elemento estrutural, levando à extensão da mola até que

ocorra o destravamento do martelo. Ao ser liberado, o martelo é puxado pela mola

outrora estendida, até que se choque com o êmbolo. Após esse impacto, o martelo

sofre reflexão, e a distância percorrida é medida em porcentagem da extensão inicial

da mola, o chamado índice esclerométrico (IE). (MEHTA e MONTEIRO, 2014;

NEVILLE, 2015).

55

FIGURA 10 – OPERAÇÃO DO ESCLERÔMETRO DE REFLEXÃO

FONTE: Mehta e Monteiro (2014).

4.2.2 Procedimento

O procedimento padrão de ensaio para a determinação do índice

esclerométrico é descrito nas normas ASTM C 805 e NBR 7584:2012.

A norma brasileira determina que as superfícies de ensaio devem estar secas

ao ar e limpas, sendo preferível que estas também sejam planas e verticais. Tais

superfícies devem ser polidas energicamente por um disco de carbonodurum e o pó

gerado deve ser removido a seco. Em seguida, recomenda-se a demarcação de um

reticulado sobre a área a ser ensaiada, de forma a delimitar os pontos de impacto do

esclerômetro. De acordo com a norma, devem ser efetuados pelo menos 16

impactos para cada área de ensaio, distanciados em pelo menos 30 mm. Deve-se

evitar que os impactos sejam aplicados sobre áreas não representativas, como

regiões de cobrimento de armaduras e bolhas.

4.2.3 Tratamento e análise de resultados

Ainda seguindo a NBR 7584:2012, deve ser calculada a média aritmética dos

índices esclerométricos individuais obtidos. Em seguida, devem ser identificados

todos os valores individuais que sejam 10% maiores os menores que a média.

Esses valores devem ser desconsiderados e a média recalculada. Se, ainda assim,

56

houver valores fora da mesma faixa de tolerância para a nova média obtida ou se

restarem menos de cinco índices individuais após a desconsideração, o ensaio é

invalidado.

A ACI 228.1R-89 (1994; citada por Neville, 2015) afirma que o IE é controlado

pela combinação da sua resistência com a sua rigidez. Portanto, de forma equívoca,

é comum a utilização de curvas e gráficos, fornecidos inclusive pelas fabricantes do

equipamento, que apresentam uma estimativa da resistência do concreto a partir de

correlação com o índice esclerométrico através de ensaios com cubos de concreto

padrão. A imprecisão desses diagramas é confirmada por Szilágyi, Borosnyói e

Zsigovics (2014) através da análise de uma extensa base de dados. Segundo os

autores, a relação entre resistência e dureza superficial depende de outras variáveis,

como grau de hidratação, tipo e consumo de cimento e agregado, condições

ambientais e condições de teste. Sendo assim, de acordo com Neville (2015), o

procedimento correto é a determinação experimental para corpos de prova

submetidos a ensaios de compressão e determinação do IE para o concreto que se

deseja estudar. Contudo, os valores são validos para checar a uniformidade do

concreto ao longo de um componente estrutural ou na estrutura toda.

4.2.4 Fatores intervenientes

Dentre os fatores que podem causar variação nos resultados dos ensaios de

esclerometria, Malhotra (2004) e Bungey, Millard e Grantham (2006) destacam a

textura da superfície de ensaio, o aglomerante empregado, a idade do concreto e o

tipo de cura, os agregados empregados, a umidade do concreto, as formas

utilizadas e a ocorrência de carbonatação na superfície.

Os ensaios de avaliação da dureza superficial não são recomendados para

superfícies com textura grosseira ou rugosa. Superfícies não adjacentes às formas

no período de moldagem, ou que tenham grande porção de agregados expostos,

tendem a ser mais irregulares, sendo sujeitas ao esmagamento da superfície pelo

êmbolo, reduzindo o IE, ou a superestimação do índice por conta da maior dureza

conferida pelos agregados. Apesar de a NBR 7584:2011 prever a realização de

polimento da superfície, é mais indicado que se evite superfícies irregulares, uma

vez que o polimento nesses casos pode ser trabalhoso e ainda assim não garantir

resultados representativos.

57

4.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS DE ULTRASSOM

A aplicação de um pulso ultrassônico a uma superfície de uma massa sólida

leva à geração de ondas que percorrem o interior deste sólido. As ondas geradas

podem ser superficiais, que causam uma movimentação elíptica das partículas e têm

menor velocidade, cisalhantes, que ocasionam movimentação das partículas

perpendicularmente ao fluxo das ondas e têm mais velocidade que as anteriores, ou

longitudinais, que são caracterizadas pela movimentação das partículas na direção

do trajeto das ondas e são as mais velozes dentre os três tipos. Estas últimas

também recebem o nome de ondas de compressão e são as mais empregadas para

ensaios em concreto. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).

A velocidade das ondas depende de propriedades elásticas e relacionadas à

massa do meio. Sendo assim, ao conhecer a Velocidade de Propagação de Ondas

Ultrassônicas (VPOU) no interior de determinado material, é possível calcular as

propriedades elásticas do material, caso se saiba sua massa. Além do mais, esse

método é aplicável quando se deseja identificar descontinuidades, como fissuras e

falhas no concreto, verificar sua homogeneidade, monitorar variações no concreto

ao longo do tempo causadas pela ação deletéria de meios quimicamente agressivos

e até mesmo estimar sua resistência. (NAIK, MALHOTRA e POPOVICS, 2004;

BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).


O instrumento utilizado para determinar o tempo de propagação de ondas em

concreto atua, basicamente, produzindo e introduzindo uma onda ao material e, em

seguida, detectando a chegada da onda e medindo, com precisão, o tempo de

viagem do pulso pelo concreto. A Figura 11 representa o sistema do aparelho usado

neste ensaio. O equipamento é composto de um circuito gerador/ receptor, um

circuito medidor de tempo, cabos coaxiais e dois transdutores, um transmissor, cuja

função é transformar o pulso elétrico gerado em onda de choque, e outro receptor,

cuja função é receber a onda e transformá-la novamente em pulso elétrico.

Atualmente, o mercado oferece boas opções de unidades portáteis e de simples

operação, incluindo também baterias recarregáveis, o que facilita seu uso em

campo. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006; ABNT NBR 8802:2013).

58

FIGURA 11 – DIAGRAMA ESQUEMÁTICO DO CIRCUITO DO EQUIPAMENTO DE ENSAIO DE VPOU

FONTE: adaptado de Naik, Malhotra e Popovics (2004).

Os transdutores usados nos ensaios para concreto emitem ondas com

frequência entre 25 e 100 kHz, podendo haver também transdutores fora desse

intervalo para aplicações especiais. Os transdutores de alta frequência são

indicados para espécimes pequenos, com percursos de ondas relativamente curtos

ou concretos de alta resistência, enquanto que transdutores de menor frequência

devem ser utilizados para grandes componentes, percursos relativamente extensos

entre transdutores e concretos contendo agregados maiores. Isto se explica porque,

ao colidir com a interface de um meio com propriedades distintas, parte da energia

inicial das ondas tende a se dissipar de seu percurso original; sendo o concreto um

meio heterogêneo, a dissipação de energia é significante quanto mais houverem

descontinuidades na massa ou quanto maior for o percurso entre transdutores,

exigindo assim ondas de menores frequências. (NAIK, MALHOTRA e POPOVICS,

2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).

4.3.2 Procedimento

A operação do ensaio para a determinação da VPOU é relativamente simples,

porém, requer bastante cuidado para a obtenção de resultados confiáveis. As

recomendações para execução desse método constam na norma nacional NBR

8802:2013, bem como nas internacionais BS EN 12504-4 e ASTM C597.

Segundo a norma brasileira, as superfícies de ensaio devem ser planas, lisas

e limpas. Quando o componente não for suficientemente liso, recomenda-se a

59

preparação da superfície com polimento ou aplicação de uma fina camada de pasta

de cimento, gesso ou resina epoxídica.

Quanto ao ensaio propriamente dito, deve-se iniciar com a calibração do

aparelho com barra de referência ou dispositivo equivalente. Em seguida, a NBR

8802:2013 recomenda o uso de uma fina camada de material acoplante sobre a

superfície do componente estrutural ensaiado ou sobre a face dos transdutores, para

garantir o contato entre transdutores e concreto. Bungey, Millard e Grantham (2006)

citam como materiais acoplantes o gel de petróleo, o sabonete líquido ou a gordura,

sendo esta última recomendada pelos autores para superfícies relativamente mais

rugosas.

Tendo aplicado o material acoplante, deve ser feito o posicionamento dos

transdutores que pode seguir três configurações: a direta, a semidireta e a indireta.

A primeira consiste na colocação dos transdutores em superfícies opostas do

elemento ensaiado. Este arranjo é o mais recomendado e deve ser utilizado sempre

que possível, uma vez que as ondas se propagam em direção perpendicular ao

emissor e também pelo fato de que, assim, a distância percorrida pelas ondas entre

os transdutores pode ser medida com maior precisão. Já o método semidireto refere-

se ao posicionamento dos transdutores em superfícies adjacentes, e, não sendo

possível o uso do método direto, pode ser usado satisfatoriamente quando o ângulo

entre a linha perpendicular de emissão das ondas e a linha entre o centro das faces

dos transdutores não for muito grande ou quando a distância entre os transdutores

não for muito extensa. Quando essas exigências não forem atendidas,

possivelmente, o receptor não obterá nenhum sinal claro. Em último caso, quando

nenhum dos métodos anteriores for aplicável, deve-se utilizar o método indireto, no

qual os transdutores são colocados em linha na mesma superfície. Esta disposição é

a menos satisfatória pelo fato de que a amplitude do sinal recebido é bem baixa,

além deste ser altamente dependente da dispersão do pulso, sendo muito suscetível

a erros. Portanto, neste caso, deve ser feita mais de uma medida e os resultados de

tempo de transmissão devem ser plotados em função da distância e uma reta

representativa traçada entre os pontos para obter a velocidade. Em situações

particulares, a descontinuidade da reta pode indicar a interferência de fissuras ou

falhas na superfície submetida ao ensaio. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM,

2006; ABNT NBR 8002:2013). A Figura 13 apresenta as formas de posicionamento

dos transdutores.

60

FIGURA 12 – FORMAS DE DISPOSIÇÃO DOS TRANSDUTORES

FONTE: adaptado de Naik, Malhotra e Popovics (2004).

Tendo posicionados os transdutores, pode-se realizar medidas de tempo

consecutivas, até que a variação entre as medidas seja menor que 1% indicando

que o acoplamento dos transdutores é satisfatório. Deve-se também medir a

distância entre as faces dos transdutores com precisão de 1%. (ABNT NBR

8002:2013).

4.3.3 Tratamento e análise dos resultados

O ensaio de determinação da velocidade de propagação de ondas

ultrassônicas tem diversas aplicações, como a estimativa da resistência do concreto,

a análise da homogeneidade do concreto ao longo de uma estrutura ou elemento

estrutural, a detecção de vazios e fissuras, medição de fissuras superficiais,

verificação da durabilidade a partir da identificação de manifestações patológicas

internas ao concreto e monitoramento da resistência do concreto ao longo dos anos.

A estimativa da resistência do concreto a partir da velocidade de propagação

de ondas é afetada por muitos fatores, como a granulometria e a composição dos

agregados e o tipo e a composição do cimento. Sendo assim, esta relação deve ser

feita através da comparação deste ensaio com ensaios de compressão por prensa

com corpos de prova feitos em laboratório ou extraídos em campo. Há também

várias equações na literatura que fazem essa relação, porém se deve ter muito

cuidado em usá-las, uma vez que o concreto ensaiado provavelmente não é

composto dos mesmos materiais que levaram à obtenção destas relações, o que

61

significa que as estimativas feitas dessa forma podem não ser precisas. (NAIK,

MALHOTRA e POPOVICS, 2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).

É possível também fazer considerações acerca da qualidade do concreto a

partir da velocidade obtida. A norma BS EN 12504-4:2000 estabelece faixas de

qualidade e pode ser analisada na Tabela 5.

TABELA 5 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA QUALIDADE DO CONCRETO EM RELAÇÃO À VPOU

Velocidade da onda (m/s) Qualidade do concreto

v < 2000 Muito fraca

2000 < v < 3000 Fraca

3000 < v < 3500 Média

3500 < v < 4000 Boa

4000 < v < 4500 Muito boa

v > 4500 Excelente

FONTE: BS EN 12504-4:2000 citado em Ribeiro e Cunha (2014).


De acordo com Mehta e Monteiro (2014), as principais variáveis que afetam

as velocidades das ondas no concreto são a idade, as condições de umidade, a

quantidade e tipo de agregado, a microfissuração e a presença de armadura.

A influência da idade pode ser explicada pelo aumento no grau de hidratação

ao longo do tempo, reduzindo a porosidade do concreto, e tornando assim mais

rápida a propagação de ondas nesse meio. Já em relação à umidade, sabe-se que

as ondas não se propagam em meio gasoso, portanto, quando os poros são

preenchidos com água, a velocidade de propagação aumenta, apesar de ainda não

apresentar resultados mais favoráveis que os obtidos em meio pouco poroso.

(BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006; MEHTA e MONTEIRO, 2014).

Os agregados têm velocidades mais altas que a pasta de cimento, o que

significa que, com maiores proporções de agregados em relação à pasta, há

maiores velocidades de propagação para o compósito. Há também variação da

velocidade para a origem do agregado. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006;

MEHTA e MONTEIRO, 2014).

A microfissuração ocorre quando o elemento está submetido a tensões de

compressão 50% maiores que sua resistência e também diante de condições

ambientais adversas, como ação de congelamento e degelo. Na presença de

62

microfissuras há redução do módulo de elasticidade dinâmico, havendo, por

consequência, a redução da velocidade de propagação das ondas. (BUNGEY,

MILLARD e GRANTHAM, 2006; MEHTA e MONTEIRO, 2014).

Por último, Mehta e Monteiro (2014) fazem referência à presença de

armadura ao longo do caminho percorrido pelas ondas. O aço permite propagação

de ondas com maior velocidade, podendo acelerar as ondas quando se deseja

analisar apenas o concreto, o que prejudica a representatividade do resultado

obtido. Por isso, deve-se evitar leituras de ondas que atravessem armaduras sempre

que possível. Caso isso seja impraticável, a literatura conta com fatores de

correlação que reduzem a velocidade obtida, tendo em vista a disposição e

dimensões da armadura. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).

4.4 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO

Como já discutido em 3.4.1, a carbonatação reduz a alcalinidade do concreto,

sendo uma ameaça à passivação das armaduras. Tal mecanismo deletério progride

da superfície para o interior do concreto, em uma frente paralela à superfície caso o

concreto seja contínuo. Esta frente pode ser delimitada com o auxílio de indicadores

de pH, substâncias que, em contato com a solução alcalina do concreto, rica em

hidróxido de cálcio, assumem determinadas colorações de acordo com a faixa de pH

da solução. (CASCUDO e CARASEK, 2011).

4.4.1 Material de ensaio

Os exemplos mais comuns de indicadores utilizados para a determinação da

profundidade de carbonatação são a fenolftaleína, a timolftaleína e o amarelo de

alizarina. Sendo que o primeiro adquire coloração vermelho-carmim com pHs que

superem uma faixa de 8 a 9,8, enquanto o segundo tem sua coloração convertida

para violetas ou azuis acima da faixa de pH ente 9,3 e 10,5 e o terceiro adquire

coloração amarelada a partir de 10,1 a 12,0. Quando o pH da solução intersticial do

concreto é inferior à chamada faixa de viragem, não há a alteração de cor.

(CASCUDO e CARASEK, 2011). A Figura 13 apresenta uma peça de concreto

depois da aspersão de timolftaleína à esquerda e fenolftaleína à direita. Nela pode-

se observar que o primeiro indicador demonstra uma frente de carbonatação não

63

indicada pela solução de fenolftaleína, o que pode ser atribuído à faixa de viragem a

pHs mais elevados da timolftaleína.

FIGURA 13 – SOLUÇÕES DE FENOLFTALEÍNA E TIMOLFTALEÍNA ASPERGIDAS EM UMA MESMA PEÇA DE CONCRETO

FONTE: Cascudo (1997).

4.4.2 Procedimento

O procedimento deste ensaio ainda não tem instruções a partir de normas

brasileiras, sendo, assim, bastante utilizadas a norma europeia EN 14630:2006 e a

recomendação CPC 18 da RILEM (1988). De acordo com esta última, a solução com

fenolftaleína deve ser preparada a partir da dissolução de 10 g do reagente em 700

ml de etanol, que devem ser diluídos, posteriormente, em 300 ml de água destilada.

Para o processo de medida deve-se fraturar parte do concreto, de forma a expor a

região interna para a aspersão da solução contendo o indicador. Nesta fase deve-se

evitar o corte do concreto com equipamentos de disco cortante, bem como o

umedecimento ou aspersão de água no concreto antes da medida, sendo

recomendada a retirada do excesso de poeira resultante da fratura com pincel ou

jato de ar comprimido. Em até um minuto depois da fratura, deve ser aspergida a

solução. A recomendação da RILEM (1998) orienta que as medidas sejam feitas 24

horas após a aspersão do indicador. Contudo, Castro (2003), citado por Cascudo e

Carasek (2011), demonstrou que não há variações significativas quando a medida

ocorre 10 minutos após a aspersão.

64


Bungey, Millard e Grantham (2006) afirmam que, como a faixa de viragem da

fenolftaleína está abaixo do pH no qual já há risco de corrosão das armaduras e

devido a imprecisões do processo, é possível que uma faixa de 5 mm a diante da

frente incolor já pode apresentar pH nocivo à passivação da armadura. Contudo, a

precisão do ensaio pode ser aumentada pela realização de cinco leituras, reduzindo

a faixa de risco para 2 mm.

Tendo os valores de profundidade de carbonatação medidos, deve-se

compará-los com a espessura do cobrimento sobre as armaduras e assim

determinar se a frente de carbonatação já atingiu a porção de concreto que permeia

as armaduras. Caso a armadura ainda não tenha sido alcançada, o tempo para que

isso aconteça pode ser estimado, através da expressão baseada em Tutti (1982),

bastante difundida, apresentada na Equação 6. (BUNGEY, MILLARD e

GRANTHAM, 2006).

(6)

Onde D é a profundidade de carbonatação (mm), K é o coeficiente de

propagação da carbonatação (mm/ano0,5) e t é o tempo (ano). Sabendo-se a

profundidade de carbonatação em determinada idade t, e assumindo nula a

profundidade de carbonatação quando t = 0, é possível obter o valor de K, e definir t

quando D é igual à espessura de cobrimento da armadura. Porém, é válido reafirmar

que se trata de uma estimativa, e, portanto, não deve ser substitutiva ao

acompanhamento das condições da estrutura em campo. Outras expressões com a

mesma finalidade constam na literatura, considerando, inclusive, mais variáveis.

4.5 RESISTIVIDADE DO CONCRETO

Apesar de não fornecer informações diretas sobre a taxa de corrosão das

armaduras, o estudo e a determinação da resistividade do concreto são muito

importantes devido ao fato que esta propriedade, assim como o acesso de oxigênio,

é fundamental no controle do processo eletroquímico sobre o qual se baseia a

corrosão das armaduras inseridas no concreto. Neste contexto, um concreto de

65

baixa resistividade oferece maior condutividade aos íons no eletrólito, acelerando,

assim, a propagação da corrosão. (CASCUDO, 1997; CARINO, 2004).

A técnica de medição da resistividade elétrica baseia-se na aplicação de uma

diferença de potencial entre eletrodos colocados em contato com a superfície ou até

mesmo no interior do concreto, sendo posteriormente medida a corrente resultante.

Relacionando-se a tensão aplicada e a corrente medida (lei de Ohm), é possível

obter a resistência elétrica do sistema. Contudo, a resistência (R) depende das

dimensões do sistema e não é uma propriedade do material, sendo a resistividade

(ρ) então calculada levando em consideração o comprimento percorrido pela

corrente (L) e a área da seção transversal do sistema (A), como pode ser observado

na Equação 7. (RIBEIRO e CUNHA, 2014; MEHTA e MONTEIRO, 2014).

(7)


Dentre os métodos para a medição da resistividade do concreto, os dois

principais são o dos quatro eletrodos (método de Wenner) e o dos três eletrodos,

normalizado no Brasil pela ABNT. Este último é menos aplicável e prático, uma vez

que sua prescrição na norma NBR 9204:2012 admite apenas corpos de prova pré-

moldados ou testemunhos extraídos, além de a montagem da célula de ensaio ser

mais difícil quando comparado com o primeiro método. (CASCUDO, 1997; RIBEIRO

e CUNHA, 2014). Portanto, esta seção tratará apenas do método de Wenner.

O método de Wenner tem sido tradicionalmente aplicado para a medição da

resistividade de solos há muitos anos, sendo que recentemente equipamentos foram

desenvolvidos para a medição em concreto, o que facilitou a utilização deste método

in situ. O equipamento é composto de quatro eletrodos posicionados em linha,

espaçados por uma mesma distância, como apresentado na figura 14. Quando

colocados em contato com a superfície do concreto, há a passagem de uma

corrente alternada de baixa frequência entre os eletrodos exteriores, ao passo que

um voltímetro conectado aos eletrodos interiores faz medição da diferença de

potencial entre eles. Tendo esses valores, a resistividade aparente é obtida pela

66

Equação 8. (CARINO, 2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006; RIBEIRO e

CUNHA, 2014).

(8)

Onde s é o espaçamento entre eletrodos, i é a corrente medida por

amperímetro conectado aos pinos exteriores e ΔV a diferença de potencial medida.

FIGURA 14 – ENSAIO DE RESISTIVIDADE DE QUATRO ELETRODOS

FONTE: adaptado de Carino (2004).

4.5.2 Procedimento

De acordo com as recomendações técnicas da RILEM TC 154-EMC (2000),

as medidas de resistividade do concreto devem ser realizadas sobre superfícies

limpas, livres de óleos ou qualquer outra contaminação. Previamente, a localização

das armaduras deve ser demarcada com o uso de um localizador eletromagnético.

Deve-se também utilizar acessórios esponjosos ou de madeira constantemente

umedecidos nas pontas dos eletrodos, de forma a garantir o contato efetivo com o

concreto. Com a mesma finalidade, pode-se umedecer levemente a região de

contato, sendo não recomendadas a molhagem excessiva e a presença de filme

aquoso na superfície, uma vez que estas podem induzir a resultados diferentes das

condições prevalentes no concreto. Devem ser feitas pelo menos cinco leituras,

67

respeitando um espaçamento de ordem milimétrica entre elas, sendo que dentre as

cinco, deve ser considerada apenas a mediana.

As áreas de medição devem levar em conta a representatividade diante da

composição do concreto, as condições de exposição e a importância do elemento

estrutural. Salienta-se também que a ação de temperaturas muito elevadas ou muito

baixas sobre as estruturas podem interferir nos resultados, devendo, assim, ser

evitadas. A sonda deve ser posicionada, na diagonal, o mais distante possível das

armaduras, de acordo com o recomendado pela RILEM TC 154 (2000). Contudo,

Salehi (2013) afirmou, depois de detalhado estudo, que a posição mais indicada

para a menor interferência possível das armaduras é paralela à armadura principal.

O mesmo autor afirmou que as medidas feitas perpendicularmente a uma barra de

aço não sofrem influência significativa, desde que esta não seja ligada a uma malha,

já que neste caso pode haver uma redução de até 20% na resistividade medida

frente à resistividade real. As considerações de Salehi (2013) são relevantes, uma

vez que, em muitos casos, os vergalhões que compõem as armaduras não têm

espaçamento suficiente para que seja possível garantir que não haja aço sob a

região ensaiada.

É recomendável que para cada área, sejam feitas medidas suficientes para

estabelecer um conjunto de gráficos representativo que inclua a resistividade média

e também a variação na região estudada, sendo usualmente apropriado um

espaçamento de um metro entre medidas. (RILEM TC 154-EMC; 2000).


Devido à relação entre as taxas de corrosão e a condutividade de elétrons no

eletrólito, muitos pesquisadores estabelecem faixas de relação entre a possibilidade

de corrosão e o potencial medido. Um modelo bastante difundido no meio técnico é

recomendado pela RILEM TC 154 (2000), o qual é apresentado na Tabela 6. Ainda

de acordo com a mesma recomendação técnica, os valores de referência a 20ºC

para concretos de estruturas de mais de 10 anos expostas é de 20 a 50 kohm.cm

quando produzidos com cimento comum, e de 50 a 200 kohm.cm quando

produzidos com aglomerantes que contêm mais de 65% de escória, ou mais de

25% de cinzas volantes ou mais de 5% de sílica.

68

TABELA 6 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA RESISTIVIDADE SEGUNDO A RILEM TC 154

Resistividade do concreto Risco de corrosão

> 100 kohm.cm desprezível

50 a 100 kohm.cm baixa

10 a 50 kohm.cm moderada

< 10 kohm.cm alta

FONTE: adaptada de RILEM TC 154 (2000).


Bungey, Millard e Grantham (2006) ainda destacam alguns fatores que devem

ser considerados na interpretação de resultados obtidos em ensaios in situ.

Primeiramente, como já apontado, a proximidade de barras de aço com a superfície

de ensaio podem subestimar a resistividade do concreto. Variações em camadas do

concreto, como frente de carbonatação ou molhagem, podem, respectivamente,

superestimar ou subestimar a resistividade. Quando realizado em elementos

estruturais muito finos ou nas proximidades de cantos da peça estrutural ensaiada o

resultado obtido é maior que o real. Deve-se observar também as condições

climáticas, sempre considerando que ambientes mais úmidos e/ou mais quentes

favorecem a condutividade.

4.6 POTENCIAL DE CORROSÃO

A facilidade com a qual ocorrem as reações de redução e oxidação é

governada pelos seus respectivos potenciais de eletrodo, os quais podem ser

definidos como uma diferença de potencial estabelecida entre o metal e a solução

em que está imerso causada por uma distribuição de cargas elétricas em sua

interface. Sendo assim, esses potenciais afetam o quão vigorosamente o ânodo

corrói quando se forma a célula de corrosão. Geralmente, busca-se expressar o

potencial de eletrodo para a reação de oxidação; este valor representa, então, a

predisposição dos átomos do metal em liberar elétrons e entrarem na solução como

íons positivos. (CASCUDO,1997; CARINO, 2004).

Contudo, é praticamente inviável obter a medida absoluta do potencial de

eletrodo de um metal em uma solução qualquer, sendo então necessária a medida

em relação a um eletrodo de referência. Neste contexto, forma-se uma pilha

eletroquímica composta de duas semi-células e a medida representa a voltagem que

69

iguala o potencial de eletrodo da região anódica, a qual se deseja analisar, com o

potencial de eletrodo da região catódica que, nesta ocasião, ocorre na semi-célula

de referência. (CASCUDO,1997; CARINO, 2004).

Em suma, os valores de potencial de eletrodo do aço no concreto, também

chamado de potencial de corrosão, são indicativos da propensão à transferência de

carga elétrica entre o aço e a solução aquosa presente no concreto, fornecendo

apenas informações qualitativas que permitem analisar a probabilidade da

ocorrência ou não de corrosão nas armaduras, não sendo aconselhável seu uso

para a dedução da velocidade de corrosão. Apesar de não ter caráter quantitativo, o

método de medição do potencial de corrosão é o mais difundido para o

monitoramento em campo de estruturas de concreto armado, tendo em vista a

corrosão da armadura. (CASCUDO, 1997).

4.6.1 Equipamentos de ensaio

Para a medida dos potenciais eletroquímicos são necessários, basicamente,

um voltímetro de alta impedância com resolução em nível de milivolts e um eletrodo

de referência. Os eletrodos de referência mais utilizados, segundo Cascudo (1997),

são os de calomelano saturado e o de cobre/ sulfato de cobre. Este último é descrito

na norma americana ASTM C 876-09 e é composto por uma barra de cobre imersa

em uma solução saturada de sulfato de cobre. É valido destacar que a voltagem

medida é dependente do eletrodo utilizado, sendo essa consideração importante no

momento da análise dos resultados. (CARINO, 2004; BUNGEY, MILLARD e

GRANTHAM, 2006).

Adicionalmente, devem ser utilizadas fiação adequada para conexão dos

eletrodos com o voltímetro que não exceda 150 metros e uma esponja embebida em

líquido de alta condutividade, sendo recomendada pela ASTM C 876-09 a

dissolução de detergente em água potável na concentração 4 a 5 mL/L. A finalidade

deste último item é garantir uma ponte condutora entre o concreto e o eletrodo de

referência. (CASCUDO, 1997; RILEM TC 154 EMC, 2003). A Figura 15 apresenta os

instrumentos de ensaio posicionados de acordo com a ASTM C 876-09.

70

FIGURA 15 – ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO

FONTE: adaptado de Carino (2004).

4.6.2 Procedimento

Dentre as bibliografias consideradas neste capitulo, a mais citada é a ASTM C

876-09. Portanto, como não há norma brasileira tratando deste método de ensaio,

será descrito aqui o procedimento orientado pela norma estados-unidense.

Primeiramente, é necessário estabelecer uma ligação elétrica entre o terminal

positivo do voltímetro e a armadura. Para isto, deve-se remover uma porção do

concreto de cobrimento, raspar o aço até que esteja brilhante e conectar o cabo à

região exposta, garantindo a melhor condutividade possível na ligação. Em seguida,

deve ser posicionado o eletrodo de referência sobre a superfície, tendo a ligação

garantida por esponja embebida em solução como descrito em 4.6.1. Caso a leitura

se mostre instável, é necessário fazer pré-umedecimento da superfície. É válido

lembrar que as leituras indicam a probabilidade de corrosão no aço localizado

abaixo da superfície onde o eletrodo de referência foi posicionado, sendo possível,

portanto, fazer várias leituras alternando apenas a posição do eletrodo de referência

e mantendo-se a mesma conexão com a armadura para um mesmo elemento

estrutural, desde que a armadura que se deseja medir esteja eletricamente ligada à

armadura conectada ao polo positivo do voltímetro.

De acordo com a referida norma, o espaçamento entre medições deve ser

determinado de acordo com o tipo de estrutura e o objetivo do ensaio.

Espaçamentos excessivos podem privar da detecção de micro células de corrosão,

71

sendo recomendado que as medidas sejam refeitas com menor espaçamento

quando medidas adjacentes apresentam diferenças acima de 150 mV.


A apresentação dos resultados obtidos no ensaio de potencial de corrosão

pode se dar pelo mapeamento da estrutura por meio de linhas equipotenciais

demarcadas a partir do levantamento de diversos pontos medidos, permitindo

analisar regiões críticas de alto risco de corrosão. Outra forma encontrada na

literatura é a expressão dos resultados em diagramas de frequência acumulada que

permitem inferir a quantidade, em percentagem, de medidas acima ou abaixo de um

determinado valor de potencial podendo dar uma visão geral da condição do

elemento estrutural, seguindo um critério de avaliação pré-determinado. Há ainda a

possibilidade de acompanhar os potenciais com o tempo, com a repetição periódica

das medidas nos mesmos pontos. (CASCUDO, 1997).

Quanto aos critérios de avaliação, os valores de potencial de corrosão podem

ser relacionados à probabilidade de ocorrência de corrosão. Esta relação é objeto de

vários estudos e é apresentada também em normas. A Tabela 7 foi extraída de

Bungey, Millard e Grantham (2006) e compila relações presentes na norma ASTM C

876-09, em Langford e Bromfield (1987) e em Bjecovic, Mikulic e Seculic (2000).

TABELA 7 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DO POTENCIAL DE CORROSÃO

Cu/CuSO4 Ag/AgCl

E < -350 E < -270 > 90 %

-200 < E < -350 -120 < E < -270 incerta

E > -350 E > -120 < 10 %

Potencial de corrosão (mV) relativo a

diferentes eletrodos de referência Probabilidade de corrosão

FONTE: adaptado de Bungey, Millard e Grantham (2006).


Diversos fatores interferem nos resultados do ensaio de potencial de

corrosão. A maior resistividade do concreto na superfície causada pela

carbonatação ou baixa umidade produz leituras de potencial menos negativas que o

real. Efeito contrário é ocasionado pelas altas concentrações de íons cloreto,

podendo causar distorções de até 100 mV mais negativos. Além desses fatores, a

72

execução do ensaio e obtenção das leituras pode ser prejudicada em concretos de

alta qualidade e cobrimentos muito espessos. Portanto, para estas situações, deve-

se ser mais criterioso ao usar os critérios de avaliação apresentados. (CASCUDO,

1997; CARINO, 2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).

73

5 MATERIAIS E MÉTODOS

5.1 MATERIAIS

Este trabalho visou à avaliação estrutural de viadutos, os quais foram

selecionados em banco de dados disponibilizado pelo EMEA da UFPR. Este banco

de dados contém documentos, projetos, memoriais descritivos e relatório de

inspeções anteriores de mais de 500 obras de arte especiais em rodovias

administradas pelo DNIT nos estados do Paraná e Santa Catarina.

A escolha das obras que comporiam estes estudos de caso respeitou os

seguintes critérios:

Os viadutos deveriam estar localizados no município de Curitiba ou em

sua região metropolitana, evitando-se longas distâncias que pudessem

inviabilizar visitas e retorno para inspeções e ensaios;

Disponibilidade de projeto ou memorial descritivo ou de cálculo que

pudessem colaborar com o planejamento das inspeções e com a

análise do comportamento da estrutura;

Semelhança em morfologia, a fim de que outros aspectos pudessem

ser comparados, como microclima e a influência da qualidade do

concreto ou de elementos secundários na resistência da estrutura a

mecanismos deletérios;

Exposição da estrutura a agressividade ambiental elevada, a fim de

analisar quão afetadas as estruturas estariam e quão preparadas

estavam para resistir à tendência de deterioração destes ambientes.

Posterior à análise criteriosa dos viadutos disponíveis no banco de dados,

optou-se por quatro viadutos, dois no Centro Industrial de Araucária (A1 e A2) e dois

na Cidade Industrial de Curitiba (B1 e B2).

5.1.1 Viadutos A1 e A2

5.1.1.1 Informações Gerais

Os viadutos A1 e A2 (Figura 16) são adjacentes e ambos têm 104,0 m de

comprimento e 11,30 m de largura. Estão localizados no Centro Industrial do

74

município de Araucária (CIAR), região metropolitana de Curitiba, no estado do

Paraná, mais precisamente na rodovia BR 476. Foram construídos simultaneamente

no início da década de 1980 e, atualmente, são administrados pelo DNIT.

FIGURA 16 – VIADUTO A1 (À ESQUERDA) E VIADUTO A2 (À DIREITA)

FONTE: Acervo EMEA (2015).

Próximo a eles está a Refinaria Getúlio Vargas, conhecida também como

Repar. De acordo com informações contidas no website da Petrobrás (acesso em

outubro de 2016), esta refinaria é responsável por cerca de 12% da produção

brasileira de derivados de petróleo e está em funcionamento desde maio de 1977. É

a maior indústria do sul do país na atualidade, tendo nos últimos anos se adequado

a exigências de sustentabilidade nacionais e internacionais, empregando novos

equipamentos de rebatimento, a fim de melhorar a qualidade do ar na região.

Outras indústrias estão localizadas nas proximidades do viaduto, como a

IMCOPA, que atua no esmagamento e produção de derivados de soja, a Altech

Brasil, que produz alimento e suplementos para animais, e a Trane do Brasil, onde

são produzidos peças e equipamentos de refrigeração. Devido à alta concentração

de indústrias na região, há também um fluxo intenso de caminhões responsáveis

pelo transporte de matéria prima e escoamento dos produtos. Sendo assim, pode-se

afirmar que os viadutos estão localizados em região de alta agressividade ambiental,

de classe III, segundo a NBR 6118:2014, o que representa elevado risco de

deterioração à estrutura. A Figura 17 apresenta a localização das OAEs citadas.

75

FIGURA 17 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS VIADUTOS A1 E A2

FONTE: Google Earth (acessado em novembro de 2015).

5.1.1.2 Dados disponíveis

As informações aqui apresentadas estão presentes no projeto executivo da

obra, segundo o qual, as estruturas foram executadas com concreto com resistência

característica à compressão de no mínimo 18 MPa e aço CA 50.

Ambas as OAEs têm superestrutura composta por duas lajes com 2,45

metros de balanço nas laterais e uma viga caixão trapezoidal, com 2,20 metros de

altura, 6,20 metros de largura superior e 5,20 metros de largura inferior, com

espessura de 0,45 metros nos elementos de seção transversal vertical e espessura

variável entre 0,22 e 0,12 metros nos elementos de seção transversal horizontal.

Longitudinalmente ao eixo da ponte, as vigas têm balanço de 7,00 metros nas

extremidades, dois vãos de 28,50 metros e um vão central de 33,00 metros. Os

esforços atuantes na superestrutura são transferidos aos pilares das extremidades

por aparelhos de apoio de neoprene e aos pilares centrais por rótulas de concreto.

A mesoestrutura é composta por quatro pares de pilares de seção transversal

circular, sendo o diâmetro dos pilares das extremidades igual 1,00 metro e o dos

demais pilares igual a 1,20 metros. A altura dos pilares centrais é de 5,35 metros

enquanto os pilares de extremidade têm altura variável. Os esforços suportados

76

pelos pilares são transferidos para a infraestrutura por meio de engaste entre os

pilares e blocos de fundação.

A infraestrutura é composta de blocos de fundação de concreto armado, de

dimensões não informadas, e estacas metálicas compostas de dois perfis I-10’’

soldados. A Figura 18 apresenta croquis que representam as OAEs aqui descritas.

FIGURA 18 – CROQUIS TIPO DE A1 E A2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b) PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR

(a)

(b)

(c)

FONTE: adaptado do Acervo EMEA (2016).

77

5.1.2 Viadutos B1 e B2

5.1.2.1 Informações Gerais

Os viadutos B1 e B2 (Figura 19) também são adjacentes. Ambos contêm

61,70 m de comprimento e 12,55 m de largura. Localizam-se na Cidade Industrial do

município de Curitiba, capital do estado do Paraná. Estão no km 600,7 da rodovia

BR 376. São também administrados pelo DNIT e sua construção data da segunda

metade da década de 1970.

FIGURA 19 – VIADUTO B1 (a) E VIADUTO B2 (b)

(a)

(b)

FONTE: Acervo EMEA (2016).

Próximo ao viaduto há uma grande concentração de indústrias, como a

Mondeléz e a La Violetera, que atuam no ramo alimentício, a Denso do Brasil,

produtora de autopeças e componentes automotivos, a Peróxidos do Brasil,

fabricante de peróxido de hidrogênio, e a Isdralit, que produz telhas e caixas d’água

com fibras imersas em matriz cimentícia ou polimérica. Dado a forte presença

industrial nos arredores da OAE, considera-se que esta se insere em meio

agressivo, de classe III pelos critérios da NBR 6118:2014, assim como nos viadutos

A1 e A2. A Figura 20 apresenta vista aérea da região onde estão os viadutos e

indica sua localidade.

78

FIGURA 20 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS VIADUTOS B1 E B2

FONTE: Google Earth (acessado em novembro de 2016).

5.1.2.2 Dados disponíveis

De acordo com o projeto executivo dos viadutos, as estruturas foram

executadas com concreto de resistência característica à compressão de ao menos

18 MPa e aço CA 50.

Ainda segundo o projeto, a superestrutura das OAEs B1 e B2 é composta de

uma viga caixão trapezoidal e duas lajes em balanço. A viga trapezoidal tem 2,09 m

de altura, 6,70 m de largura no topo e 5,70 m de largura na base. Suas paredes têm

espessura variável entre 0,40 m e 0,60 m nas laterais e entre 0,12 e 0,30 m na base.

As vigas vencem um vão de 24,50 m e balanços de 6,00 m nas extremidades. Já as

lajes estão engastadas à viga ao longo de seu comprimento, tendo balanço de 2,90

m e espessura variável entre 0,18 e 0,40 m. As cargas da superestrutura são

transferidas à mesoestrutura por meio de aparelhos de apoio de neoprene nas

extremidades e do tipo rótula de concreto nos pilares centrais.

Em projeto, a mesoestrutura é composta de seis pilares de concreto armado,

de seção circular, com 0,80 m de diâmetro. Os pilares à extremidade são envolvidos

por taludes tendo altura de aproximadamente de 2,95 m, enquanto os pilares

centrais têm aproximadamente 5,95 m de altura.

79

A infraestrutura é composta por sapatas circulares, apoiadas sobre camada

rochosa do solo, sendo o diâmetro de sua base igual a 3,20 m e de seu topo igual a

1,00 m. A Figura 21 mostra os croquis representativos das OAEs B1 e B2.

FIGURA 21 – CROQUIS TIPO DE B1 E B2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b) PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR

(a)

(b)

(c)

FONTE: adaptado do Acervo EMEA (2016).

Em análise no banco de dados, notou-se a existência de projeto de reforço

para os viadutos B1 e B2. Contudo, tal projeto encontra-se, atualmente, em posse

do DNIT e não foi possível acessá-lo para consulta até a conclusão deste trabalho. A

informação da existência da aplicação de reforços nesse viaduto é de extrema

importância, uma vez que dados obtidos através dos ensaios realizados nestes

viadtutos representam não apenas a condição da estrutura original exposta ao

80

ambiente agressivo desde sua construção, mas também do material de reforço, com

menor tempo de exposição e material de características diferentes.

5.1.3 INFORMAÇÕES DE MACROCLIMA

Como há apenas 7 km de distância entre os dois pares de viadutos (A1 e A2 /

B1 e B2), considera-se que ambos estão submetidos às mesmas condições

climáticas. Para analisar tais condições, buscaram-se as cartas climatológicas do

estado do Paraná e dados da estação meteorológica mais próxima para os quatro

viadutos, a qual se encontra no campus Centro Politécnico da UFPR.

As cartas climáticas do estado do Paraná apresentam em mapas a

compilação de dados coletados de estações meteorológicas pelo Instituto

Agronômico Paranaense, tais dados foram analisados e tratados por Caviglione et

al. (2000) e fornecem informações sobre precipitação, temperatura,

evapotranspiração, classificação climática, umidade relativa e rosa dos ventos.

Já os registros da estação meteorológica de Curitiba foram obtidos na

plataforma on line do Instituto Nacional de Meteorologia (INMET). Esta apresenta,

para as últimas quatro décadas, registros de temperatura média, umidade relativa do

ar, precipitação, pressão atmosférica, insolação e direção e velocidade do vento.

De acordo com Caviglione et al. (2000), o clima em Curitiba é temperado, com

temperaturas médias abaixo de 18ºC no inverno, com verões frescos, sendo a

temperatura média no mês mais quente inferior a 22ºC, não havendo estação seca

definida. No geral, pode-se afirmar que a região conta com temperaturas amenas e

grandes volumes precipitados ao longo do ano. Os meses mais chuvosos são os do

verão, contudo os meses mais frios têm também altos índices pluviométricos. Já as

médias das temperaturas máximas e mínimas diferenciam-se em torno de 7ºC para

todos os meses do ano. A Figura 22 apresenta as médias mensais climatológicas de

precipitação e temperaturas dos últimos 30 anos.

A umidade relativa do ar da região é alta e varia pouco ao longo do ano,

segundo dados do INMET. O gráfico apresentado pela Figura 23 mostra os dados

médios mensais registados para umidade desde 1976. Nele pode-se observar que

os valores registrados estão geralmente entre 75% e 85%.

81

FIGURA 22 – MÉDIAS CLIMATOLÓGICAS DE CURITIBA (1985-2015)

FONTE: Portal Climatempo (acessado em novembro de 2016).

FIGURA 23 – UMIDADE RELATIVA DO AR EM CURITIBA (1978-2016)

FONTE: INMET (acessado em novembro de 2016).

A respeito da incidência de raios solares sobre a região, observa-se o

reduzido tempo de insolação diário na região, o que significa que a cidade tem

predominância de dias nublados. A Figura 24 demonstra as médias mensais de

insolação diária na região nos últimos 38 anos. Pode-se observar que raramente a

insolação média mensal passou a marca de 2,5 horas diárias.

82

FIGURA 24 – INSOLAÇÃO DIÁRIA EM CURITIBA (1978-2016)


Quanto aos ventos, observam-se baixas velocidades e predominância nas

direções oeste, sudoeste e sul, como pode ser observado no mapa de rosas dos

ventos de cidades paranaenses contido nas cartas climáticas do Paraná,

apresentadas aqui na Figura 25. Como a cidade de Curitiba não está evidenciada

nesta carta, toma-se como base a rosa do município de Pinhas, que se localiza na

região metropolitana, bem próxima a Curitiba. A série histórica de velocidade de

ventos registada pela estação meteorológica (representada no gráfico da Figura 26)

aponta que os ventos atuantes são em geral aragem ou brisa leve com velocidades

médias entre aproximadamente 1,5 e 3,5 km/h.

FIGURA 25 – ROSAS DE VENTOS PREDOMINANTES NO PARANÁ

FONTE: IAPAR (acessado em novembro de 2016).

83

FIGURA 26 – VELOCIDADES DO VENTO EM CURITIBA (1978-2016)


5.2 MÉTODOS

5.2.1 Inspeção Visual

Uma primeira visita foi feita aos viadutos para realização da inspeção visual.

Nesta inspeção, foram listadas todas as anomalias notadas nos viadutos. Para isto,

essa etapa foi baseada na lista de anomalias utilizada pelo EMEA, presente no

Anexo C e citada na seção 4.1. Cada anomalia registrada foi fotografada e teve suas

dimensões estimadas. No caso de fissuras, mediu-se a abertura máxima de cada

uma com fissurômetro, sempre que estavam ao alcance dos inspetores, nos casos

onde o acesso à fissura não era possível, as aberturas das fissuras foram

estimadas. Em seguida foi feita também a classificação dos parâmetros estruturais e

de durabilidade dos viadutos, considerando a norma NBR 9452: 2016.

Nesta primeira fase, foram também feitas medições de concentração de gás

carbônico no ar e de umidade relativa do ar, utilizando-se de um medidor de dióxido

de carbono, umidade e temperatura, modelo AZ 77535. Para tal fim, um dos

inspetores posicionou-se no centro do maior vão entre os dois viadutos, e anotou os

resultados apontados pelo aparelho, assim que os valores apresentados atingissem

estabilidade.

84

5.2.2 Escolha dos ensaios

Os ensaios escolhidos levaram em conta as condições ambientais às quais a

estrutura está exposta, dados coletados e observações da inspeção visual.

Primeiramente, decidiu-se caracterizar a uniformidade do concreto e sua qualidade,

a partir de ensaios de esclerometria e ultrassom, os quais são de fácil execução e

fornecem informações relevantes. Em seguida, tendo detectado pela inspeção visual

sinais de corrosão das armaduras, sobretudo nos pilares, decidiu-se que os ensaios

de resistividade poderiam colaborar na análise da qualidade do concreto, estudando-

se assim sua propensão em favorecer a corrosão. E, por último, com a finalidade de

determinar a causa da corrosão percebida e detectar a ocorrência de corrosão em

outras regiões que ainda não apresentaram sintomas visíveis, decidiu-se realizar

ensaios de medição da profundidade de carbonatação, já que a estrutura localiza-se

em ambiente industrial e distante do litoral, e potencial de corrosão. Estes últimos

ensaios foram feitos em conjunto, tendo em vista a necessidade de remoção de uma

porção do concreto para a execução de ambos os ensaios. A seguir, a execução dos

ensaios é descrita mais detalhadamente, assim como as considerações feitas e os

pontos medidos.

5.2.3 Esclerometria

A execução do ensaio de esclerometria ocorreu conforme preconizado pela

NBR 7584:2012. Primeiramente, a fim de evitar a obtenção de dados não

representativos, foram demarcadas as posições das armaduras com o auxílio de

pacômetro. Em seguida, foi traçado um reticulado para auxiliar no momento de

realização dos impactos, garantindo, assim, a distância mínima estabelecida em

norma. A superfície foi preparada com polimento utilizando disco de carbonodurum e

os impactos foram feitos com o equipamento posicionado ortogonalmente à

superfície, na horizontal. Foram feitas 16 medidas para cada ponto de ensaio e o

índice final foi calculado de acordo com as recomendações da norma brasileira. A

Figura 27 apresenta as etapas de procedimento do ensaio.

Para este ensaio, utilizou-se o Silver Schimidt tipo N da fabricante Proceq.

Este esclerômetro possui energia de impacto de 2207 Nm e é recomendado para

85

obtenção de índices esclerométricos em concretos com resistência à compressão

entre 10 e 100 MPa.

FIGURA 27 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE ESCLEROMETRIA

FONTE: Autor (2016).

Buscou-se padronizar os pontos de medição para todos os elementos

ensaiados, sendo considerado o acesso ao local de ensaio, respeitando a segurança

e conforto do medidor para garantir que todos os impactos fossem realizados com

correto posicionamento do esclerômetro, a possibilidade de repetição dos critérios

em todos os elementos ensaiados e a relevância da região em representar as

características mais desfavoráveis do concreto.

Determinou-se, então, a realização dos ensaios em todos os pilares centrais e

em pelo menos dois pilares sobre taludes de cada viaduto. Nos pilares, as medidas

foram realizadas a aproximadamente 1,5 m do solo, uma vez que, através da

inspeção visual, observou-se desplacamento e fissuração nos pés de alguns pilares,

86

impossibilitando medidas acuradas em todos os pilares nesta altura, e também pelo

fato de esta ser uma altura ergonômica ao medidor. Foi também definido que as

medidas fossem feitas na superfície do pilar voltada ao exterior da OAE, posto que é

esperada maior exposição desta região às intempéries, o que pode prejudicar a

qualidade do concreto.

As vigas não foram consideradas, uma vez que a única forma de alcançá-las

seria pelo talude, o qual, em alguns casos, encontrava-se escorregadio ou

excessivamente íngreme, não oferecendo segurança aos operadores do ensaio.

Ao final deste capítulo, será apresentado croqui com a localização dos pontos

de ensaios de esclerometria e de todos os outros ensaios realizados neste trabalho.

5.2.4 Velocidade de propagação de ondas ultrassônicas

A determinação da VPOU no concreto foi executada tendo como base a

norma NBR 8802:2013. Nos viadutos B1 e B2 foi possível a obtenção de medidas

com os transdutores em posição direta; contudo, o mesmo não foi possível nos

viadutos A1 e A2, onde as medições mostraram-se inconstantes, possivelmente pelo

maior diâmetro dos pilares e pela condição de acesso deficitária aos pilares das

extremidades, optando-se, assim, pelo posicionamento semi-direto dos transdutores

nestes viadutos.

Inicialmente, o ponto de acoplamento do emissor foi localizado ao lado do

reticulado desenhado para o ensaio de esclerometria, e o segundo ponto, para

acoplamento do receptor foi demarcado, com auxílio de trena, a um quarto da

circunferência para medidas semi-diretas e a meia circunferência para medidas

diretas. Para ambos os pontos foi checada a ausência de armaduras abaixo da

superfície onde os transdutores foram posicionados. Foi aplicado gel à face de

emissão e recepção dos transdutores para garantir o acoplamento adequado com a

superfície do concreto e os resultados anotados assim que a medição mostrava-se

estável. A Figura 28 demonstra etapas de execução do ensaio de VPOU.

Para estes ensaios foi utilizado o equipamento de teste ultrassônico Pundit

Lab da Proceq, com transdutores de 54 kHz padrão, os quais se mostraram mais

adequados, tendo em vista os materiais empregados no concreto e o diâmetro

elevado dos pilares. O aparelho permite a entrada da distância entre a face dos

87

transdutores e fornece além do tempo de percurso, a velocidade da onda já

calculada.

FIGURA 28 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE VPOU


Este ensaio foi realizado em todos os pilares onde foi medido o índice

esclerométrico, também à altura de 1,5 m.

5.2.5 Resistividade do Concreto

Os ensaios de resistividade foram guiados pela recomendação do RILEM TC

154-EMC e pelas considerações de Salehi (2013) descritas em 4.5.2. Primeiro a

posição das armaduras foi demarcada com a utilização de pacômetro. Tendo

constatado a impossibilidade de posicionamento dos eletrodos em região sem

intercepção de armaduras, decidiu-se posicionar o aparelho ortogonalmente aos

estribos, de forma que estes estivessem centralizados entre eletrodos centrais. A

superfície foi devidamente lixada antes dos ensaios, para evitar a interferência de

sujeira ou tintas no resultado.

Como as tabelas de classificação do favorecimento à corrosão por baixa

resistividade são dadas para concretos saturados com superfície seca, buscou-se

umidificar os elementos ensaiados para deixa-los o mais próximo dessa condição de

umidade. Para isto foi feita aspersão de água com a utilização de um borrifador. Um

ciclo de três borrifadas seguidas de um pequeno tempo de pausa para absorção da

água aspergida foi repetido quinze vezes para cada região de medição. Foram feitas

cinco medições e a mediana destas foi tomada como o resultado final da

88

resistividade para o ponto ensaiado. Os procedimentos adotados para o ensaio de

resistividade são ilutrados na Figura 29.

FIGURA 29 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE RESISTIVIDADE


A sonda de Wenner utilizada neste ensaio foi o equipamento Resipod da

empresa Proceq. Este equipamento possui espaçamento de 50 mm entre eletrodos

e já fornece os valores de resistividade medidos.

Os ensaios de resistividade foram realizados nos pilares onde foram feitos os

ensaios de ultrassom e esclerometria, a 1,5 m e também a 0,5 m do solo. As

medidas foram feitas em dois pontos por pilar (0,5m e 1,5m) para se identificar

possíveis variabilidades, e também para se obter informações do concreto no pé do

pilar, região onde foi observada, em inspeção visual, grande incidência de sintomas

de corrosão. Nos pés de pilares com desplacamento e forte fissuração, as medidas

de resistividade foram feitas na altura mais baixa contendo concreto íntegro acima

de 0,5 m, visto que não seria possível conseguir resultados confiáveis em regiões

deterioradas por causa da irregularidade da superfície.

5.2.6 Profundidade de Carbonatação

Os ensaios de medição da profundidade de carbonatação seguiu a literatura

consultada na seção 4.6.2. Foi feito o lascamento do concreto com uso de martelete

elétrico ou pontal e marreta nas regiões de cobertura de armadura, buscando,

assim, expô-la, sendo possível fazer medições para toda a espessura de cobrimento

89

e também viabilizando o ensaio de potencial de corrosão. Como esta operação de

fratura do concreto é trabalhosa e exige reparo posterior, decidiu-se realizá-la

apenas em dois pilares para cada viaduto. Considera-se que esta quantidade de

medições é também suficiente para julgar a ocorrência ou não de carbonatação na

porção de concreto que permeia o aço para os demais elementos estruturais, uma

vez que serão feitos também ensaios de potencial de corrosão nos pilares onde foi

fraturado o concreto e em todos os pilares com sinais visíveis de corrosão. Caso

seja constatada a carbonatação profunda nos pilares ensaiados e em seguida a alta

possibilidade de corrosão por ensaio de potencial de eletrodo, pode-se afirmar que a

redução do pH foi um fator determinante para a ocorrência de corrosão por

carbonatação nos componentes afetados da estrutura.

Após a remoção de parte do concreto na região ensaiada, foi feita a remoção

do pó com auxílio de pincéis e esponja seca. Tendo a superfície exposta limpa e

livre de pó, foi borrifada a solução de fenolftaleína em álcool e água, nas proporções

recomendadas pela CPC 18 da RILEM (1988), em quantidade suficiente para atingir

toda a superfície sem que houvesse escorrimento da solução por excesso, que

nestes ensaios foram geralmente duas ou três borrifadas. Dez minutos após a

aspersão, foram feitas as medidas de frente de carbonatação, com régua metálica

utilizando outra régua apoiada sobre a superfície não rompida do concreto como

guia para a medição. Para cada ponto foram feitas pelo menos quatro medidas que

retratassem os pontos mais profundos alcançados pela carbonatação. As Figuras 30

e 31 mostram a execução do ensaio.

FIGURA 30 – LASCAMENTO DO CONCRETO E LIMPEZA DA REGIÃO DE ASPERSÃO


90

FIGURA 31 – ASPERSÃO DA SOLUÇÃO E MEDIÇÃO DA PROFUNDIDADE


Para a escolha dos pontos de ensaio, foi predeterminado que, para cada par

de viadutos (A1 e A2 ou B1 e B2), deveria haver dois pontos a 0,5 m e dois pontos a

1,5 m do solo, e dentre esses quatro pontos por par de viadutos, deve haver pontos

voltados tanto para a face norte quanto para a face sul. Além do mais, foi dada

preferência para pilares que apresentassem baixos resultados de resistividade do

concreto, uma vez que, caso iniciado, um processo corrosivo seria mais severo

nessas localidades. Também foi determinada a relização do ensaio para os pilares

que apresentavam baixa qualidade do concreto (P5 da OAE B1 e P5 da OAE B2).

5.2.7 Potencial de corrosão

Este ensaio foi realizado em campo respeitando as recomendações da ASTM

C 876-09. Uma vez expostas as armaduras pelo procedimento anterior, ou por

desplacamento do concreto, foi feito lixamento da superfície do aço com lima, para

remover qualquer impureza, camada de passivação ou corrosão que pudessem ser

resistivas e influenciar nos conexão elétrica da ponta de ensaio com o aço. Em

seguida, uma ponta de prova conectada ao terminal de entrada positivo foi

encostada à superfície de aço lixada. As medidas foram feitas posicionando-se um

eletrodo de referência, conectado ao terminal de entrada positivo, sobre uma

esponja embebida em água em cima das superfícies onde se desejava medir o

potencial de corrosão, as quais foram previamente limpas, lixadas com disco de

91

carbonodurum e umedecidas com auxílio de borrifador de água. A Figura 32

apresenta imagens da execução do ensaio.

Para os testes aqui descritos, foram utilizados um multímetro digital, modelo

SKMD-88 da fabricante Skill-tec e um eletrodo de referência de prata e cloreto de

prata.

FIGURA 32 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO


O ensaio de potencial de corrosão foi executado nos pilares e na região das

vigas caixão onde o ensaio de profundidade de carbonatação foi realizado

aproveitando-se a armadura exposta para o contato da ponta de prova. Foram

também medidos potenciais de corrosão em pilares com armaduras já expostas ou

por corrosão ou por ação do fogo. Os pontos de medição respeitaram o mesmo

critério dos ensaios de resistividade de concreto, sendo assim, feitos a 0,5 m e a 1,5

m do solo. Isso torna possível a associação dos dados de resistividade de concreto

e o potencial do eletrodo formado pela interação entre o aço e o concreto, permitindo

uma análise mais confiável em relação ao possível processo corrosivo.

5.2.8 RESUMO DOS PONTOS DE ENSAIO

Os pontos onde os ensaios foram realizados, de acordo com os critérios

expostos nas seções de 5.2.3 a 5.2.7, são apresentados na Tabela 8.

92

TABELA 8 – TÍTULO DA TABELA

Elementos Ensaiados

Ensaio Altura (m)

A1 A2 B1 B2

Esclerometria (E) 1,5 P2, P3, P4, P5, P6, P7

P2, P3, P4, P5, P6, P7

P2, P3, P4, P5

P1, P2, P3, P5

Velocidade de propagação das ondas ultrassônicas (U)

1,5 P2, P3, P4, P5, P6, P7

P2, P3, P4, P5, P6, P7

P2, P3, P4, P5

P1, P2, P3, P5

Resistividade do concreto (R)

0,5 P2, P3, P4, P5, P6, P7

P2, P3, P4, P5, P6, P7

P2, P3, P4, P5

P1, P2, P3, P5 1,5

Profundidade de Carbonatação (C)

0,5 - P3, P7 P4 P5

1,5 P2, P6 - P5 P1

Potencial de corrosão (P) 0,5 P2, P3, P6,

P7 P2, P3, P6,

P7 P3, P4, P5 P1, P5

1,5


FIGURA 33 – INDICAÇÃO DE PONTOS DE ENSAIO NAS OAEs A1 E A2


93

FIGURA 34 – INDICAÇÃO DE PONTOS DE ENSAIO NAS OAEs B1 E B2


94

6 RESULTADOS

6.1 INSPEÇÃO VISUAL

As anomalias verificadas visualmente em campo foram listadas e

caracterizadas de acordo com o apresentado nas Tabelas 9, 10, 11, 12. A análise

em campo baseou-se na lista de anomalias possíveis desenvolvida pelo EMEA com

base no SGO, citada na seção 4.1 e apresentada no Anexo C. Para cada item

listado, foi feito o registro fotográfico que pode ser analisado nos Anexos D, E, F e

G. A abertura da fissura (e) somente foi medida para regiões dos elementos onde foi

possível o alcance.

TABELA 9 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO A1

continua

Viaduto A1

Anomalia Elemento n.º do

elemento n.º de

registro Tamanho Estimado

Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1

1 2,00 m

2 2,00 m

3 2,00 m

Fissura em linha a 45º Viga Caixão 1

4 2,80 m

5 2,80 m

6 2,80 m

7 2,80 m

8 2,80 m

9 2,80 m

10 2,80 m

11 2,80 m

12 2,80 m

13 2,80 m

14 2,80 m

15 2,80 m

16 2,80 m

17 2,80 m

18 2,80 m

Fissura em linha vertical e = 0,3 mm

Pilar 3 19 0,50 m

Fissura em linha vertical e = 0,7 mm

Pilar 6 20 0,50 m

Fissura em linha horizontal Viga Caixão 1 21 3,00 m

Fissura em linha próxima a surperestrutura

e = 0,7 mm Pilar 5 22 1,00 m

Mancha por fogo Viga Caixão 1 23 2,00 m²

Pilar 7 24 0,50 m²

Fragmentação por fogo

Viga Caixão 1 25 2,00 m²

Pilar 2 26 0,25 m²

6 27 1,50 m²

95

conclusão

Viaduto A1


elemento n.º de


Mancha de umidade Laje 2

28 0,50 m²

Viga Caixão 1 0,50 m²

Corrosão da armadura com desplacamento de concreto

Encontro em Cortina 1 29 0,25 m²


31 0,09 m²

Pilar 1 32 0,09 m²

Corrosão da armadura com desplacamento de concreto e

perda de seção Pilar

3 33 0,09 m²

34 0,36 m²

5 35 0,25 m²

7 36 1,00 m²

Deficiência dos drenos e buzinotes

Drenagem 1 37 9,00 ud


TABELA 10 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO A2

continua

Viaduto A2


elemento n.º de


Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1

1 2,00 m

2 2,00 m

3 2,00 m

4 2,00 m

5 2,00 m

6 2,00 m

Fissura em linha a 45º e= 0,4

Viga Caixão 1 7 2,80 m

Fissura em linha a 45º Viga Caixão 1

8 2,80 m

9 2,80 m

10 2,80 m

11 2,80 m

12 2,80 m

13 2,80 m

14 2,80 m

15 2,80 m

16 2,80 m

17 2,80 m

18 2,80 m

19 2,80 m

20 2,80 m

21 2,80 m

22 2,80 m

23 2,80 m

Concreto segregado Encontro em Cortina 1 24 0,30 m²

96

conclusão

Viaduto A2


elemento n.º de



Encontro em Cortina 1 25 0,01 m²


Pilar 3 27 0,12 m

Pilar 6 28 0,04 m²

Corrosão da armadura com desplacamento de concreto e

perda de seção Pilar 2 29 1,60 m²




TABELA 11 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO B1

Viaduto B1


elemento n.º de


Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1 1 1,50 m

Fissura em linha a 45º e=0,3 mm



Fissura em linha a 45º e=0,4 mm


Fissura em linha vertical e=0,3 mm



Fissura em linha vertical Viga Caixão 1 7 1,20 m

Fissura em linha horizontal e=0,4 mm

Laje 2 8 1,50 m²

Fragmentação por fogo Pilar 1 9 0,25 m²

Mancha de Umidade Laje 2 10 20,00

Concreto segregado Pilar 5 11 0,09 m²

2 12 1,00 m²


Laje

1 13 0,05 m²

2 14 0,05 m²

2 15 0,05 m²

Deficiência nas pingadeiras e buzinotes



97

TABELA 12 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO B2

Viaduto B2


elemento n.º de


Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1 1 0,8 m

1 2 2 m

Fissura em linha a 45º e=0,4 mm Viga Caixão

1 3 1,5 m

1 4 2,5 m

1 5 2,5 m

1 6 1,3 m

Fissura em linha a 45º Viga Caixão

1 7 2,5 m

1 8 3 m

1 9 3 m

1 10 1 m

Fissura em linha vertical a = 0,4 mm

Pilar 2 11 8 m

Fissura em linha horizontal e=0,4 mm

Pilar 6 12 1 m

Segregação do concreto Pilar 2 13 1 m²

Desgaste Superficial Pilar 5 14 1 m²


Drenagem 1 15 6 ud


Além das anomalias aqui listadas, outros aspectos foram observados na

inspeção visual. O diâmetro medido em campo nos pilares nos viadutos A1 e A2

mostrou-se compatível com o projetado (1,20 metro para os centrais e 1,00 metro

para os de extremidade), por outro lado, o mesmo não foi observado para os

viadutos B1 e B2, cujo diâmetro medido foi 1,10 metro para todos os pilares,

diferente do 0,80 metro especificado no projeto estrutural. Como se sabe, os

viadutos B1 e B2 foram reforçados, contudo, é provável que os pilares tenham

passado por encamisamento com concreto. É importante citar também a existência

de pintura de cor vermelha nos pilares das OAEs B1 e B2 e de uma fina camada de

revestimento de argamassa sobre os pilares das OAEs A1 e A2. Ademais, notou-se

que os pilares centrais dos quatro viadutos têm grande quantidade de cartazes

fixados.

6.1.1 Discussão da inspeção visual

As manifestações patológicas mais observadas nas inspeções visuais foram a

fissuração, o desplacamento, ora por corrosão, ora por ação de fogo e a segregação

do concreto em alguns pilares.

98

Primeiramente, o alto grau de fissuração chama atenção, sobretudo pela

abertura das fissuras e sua repetição ao longo principalmente das vigas, sendo

constatada inclusive a discordância com a abertura máxima de fissuras permitida

pela NBR 6118:2014 (0,3 mm para estruturas de concreto armado em ambientes

com agressividade classe III). Nota-se a ocorrência, em todas as OAEs, de fissuras

inclinadas nas regiões mais próximas ao apoio (Anexo D, registros de 4 a 18; Anexo

E, registros de 7 a 23; Anexo E, registros de 2 a 4; Anexo G, registros de 3 a 10),

indicando claramente efeitos de cisalhamento ou torção excessivos. Já a ocorrência

de fissuras em pilares é observada apenas no viaduto A1 e aparentemente são

ocasionadas por corrosão nos pilares já que além de serem geralmente verticais,

ocorre em sua maioria nos pés dos pilares, região onde é perceptível alta incidência

de corrosão.

Percebe-se também a ação deletéria do fogo nas estruturas. A queima de

madeira e objetos pessoais próximos de elementos estruturais levou ao

desplacamento do concreto na superfície da face inferior da viga caixão próxima ao

talude de onde saem os pilares 1 e 5 da OAE A1 (Anexo D, registro 25), bem como

os pilares 2 e 6 deste mesmo viaduto (Anexo D, registros 26 e 27) e no pilar 1 do

viaduto B1 (Anexo F, registro 9). No caso das vigas, notou-se redução significativa

de sua seção, o que é preocupante, uma vez que encontra-se em balanço e sua

parte inferior trabalha sobretudo à compressão. Já em relação aos pilares foi notada

a ocorrência de corrosão na armadura exposta após o desplacamento, posto que o

aço está em contato direto com o ambiente, não havendo assim a proteção físico-

química da camada de cobrimento.

Adicionalmente, foi observado o desplacamento do concreto em pilares sem

nenhum sinal de queima, como manchas ou fuligem, entende-se então que, para

estes casos, o desplacamento tenha ocorrido por ação da corrosão das armaduras.

Isto foi notado nos pilares 1,5, 3 e 7 do viaduto A1 (Anexo D, registros 32 a 36) e 2,

3, 6 do viaduto A2 (Anexo E, registros 27 a 29). Em todos os casos, a corrosão

ocorre no pé dos pilares, isto se deve à alta umidade na proximidade com o solo,

além da alta concentração de armaduras nesta região de ligação entre infraestrutura

e mesoestrutura, e também à maior distância desta região do ponto de lançamento

do concreto no momento do preenchimento das formas, o que pode afetar a

qualidade do concreto na região.

99

Quanto à corrosão em vigas e lajes (Anexo D, registros 30 e 31; Anexo E,

registros 26; Anexo F, registros 13 a 15), observa-se relação direta desta com

problemas de drenagem (Anexo D, registros 28 e 37; Anexo E, registro 30; Anexo F,

registros 10 e 16). Para esse caso, a maioria dos pontos de corrosão ocorre em

regiões com pingadeiras ou buzinotes insuficientes, onde há o acúmulo e

gotejamento de água e também ocorre a lixiviação do concreto, causando perdas de

massa e redução no pH, os quais favorecem o processo.

A análise visual detectou também baixa qualidade do concreto superficial nos

pilares centrais dos viadutos B1 e B2. São apontados segregação do concreto em

sua altura média (Anexo F, registros 11 e 12; Anexo G, registro 13) e desgaste da

superfície (Anexo G registro 14), tais fatores indicam falhas na execução, desde a

dosagem até o lançamento do concreto que resultaram em uma peça de concreto

poroso e heterogêneo. Diante dessas condições é importante atentar para os

resultados obtidos em ensaio para este concreto, uma vez que este pode

comprometer a vida útil da estrutura.

6.1.2 Avaliação segundo os critérios da NBR 9452:2016

Tendo em vista os resultados expostos e discutidos acerca da inspeção

visual, avalia-se aqui os viadutos seguindo os critérios estabelecidos pela NBR

9452:2016 para parâmetros estrutural e de durabilidade. As Tabelas 13, 14, 15 e 16

apontam os índices classificatórios para as quatro OAEs, de acordo com as

anomalias registradas em campo.

TABELA 13 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016

continua

Viaduto A1

PARÂMETROS ESTRUTURAIS

Elemento Estrutural

Caracterização do Elemento

Anomalia Nota de

Classificação

Cortina Secundário Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura

4

Pilar Primário

Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção acima de 20 % da área total de armadura ou que comprometa a estabilidade da peça

2

Viga Caixão - Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura

-

100

conclusão

Viaduto A1


Elemento Estrutural


Anomalia Nota de

Classificação

Pilar Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme

ABNT NBR 6118:2014, 13.4 2

Viga Caixão - Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.5

-

PARÂMETROS DE DURABILIDADE

Elemento Caracterização do Elemento

Anomalia Nota de

Classificação

Pilar Primário Armadura exposta em processo evolutivo de corrosão

2

Laje Primário Calcinação do concreto com exposição de armaduras

1

Drenagem - Buzinotes obstruídos 3


TABELA 14 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016

Viaduto A2


Elemento Estrutural


Anomalia Nota de

Classificação

Cortina Secundário Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura

4

Cortina Secundário Concreto segregado com áreas inferiores a 0,1 m² em zonas favoráveis de tensões

5

Pilar Primário


2


-

Pilar Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.4

2


-



Anomalia Nota de

Classificação

Pilar Primário Armadura exposta em processo evolutivo de corrosão

2

Drenagem - Buzinotes obstruídos 3


101

TABELA 15 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016

Viaduto B1


Elemento Estrutural


Anomalia Nota de

Classificação


-

Pilar Primário Concreto segregado em regiões sujeitas a tensões de compressão, em área superior a 0,5 m²

2

Laje Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.5

2

Laje Primário


2


-



Anomalia Nota de

Classificação

Pilar Primário Calcinação do concreto com exposição de armaduras

1


TABELA 16 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016

Viaduto B2


Elemento Estrutural


Anomalia Nota de

Classificação

Pilar Primário Concreto segregado em regiões de tensões de compressão, mas em pequenas áreas (entre 0,1 m² e 0,5 m²)

3

Pilar Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.4

2


-



Anomalia Nota de

Classificação

Pilar Primário Quadro de fissuração inaceitável, conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.4

1

Drenagem Complementar Buzinotes obstruídos 3


102

Como os fatores de nota mais baixa são determinantes nos prejuízos à

durabilidade ou à estabilidade estrutural, consideram-se as menores notas de cada

parâmetro como sua nota final, as quais são apresentadas para os parâmetros

estrutural e de durabilidade dos viadutos inspecionados. A Tabela 17 apresenta as

notas finais da avaliação para cada viaduto.

TABELA 17 – TABELA RESUMO DA CLASSIFICAÇÃO DOS VIADUTOS ANALISADOS

Viaduto Parâmetro Superestrutura Mesoestrutura Infraestrutura

ELEMENTOS COMPLEMENTARES

Nota Final

Estrutura Encontro

A1 Estrutural - 2 - - 4 2

Durabilidade 1 2 - - - 1

A2 Estrutural - 2 - - 4 2

Durabilidade - 2 - - - 2

B1 Estrutural 2 2 - - - 2

Durabilidade - 1 - - 3 1

B2 Estrutural - 2 - - - 2

Durabilidade - 1 - - 3 1


A classificação a partir da recente norma NBR 9452:2016 demonstrou que as

anomalias verificadas são bastante relevantes às condições de estabilidade e

durabilidade da estrutura. Observou-se que no geral, as OAEs apresentam situação

crítica, sendo importante a análise mais a fundo da necessidade de intervenção para

o reparo das anomalias, sendo as mais relevantes a abertura elevada das fissuras e

a perda de seção da armadura por corrosão.

Também deve-se citar aqui a ausência das manifestações patológicas por

ação do fogo nas anomalias consideradas pela norma NBR 9452:2016. Tendo em

vista que as consequências da ação deletéria do fogo são gravemente prejudiciais

tanto à durabilidade, como mostrado neste trabalho, quanto à estabilidade da

estrutura, é recomendável que se discuta sua inclusão em uma próxima edição da

norma.

6.2 ESCLEROMETRIA

Para a obtenção do índice esclerométrico final, seguiu-se o recomendado

pela NBR 7584:2012, desconsiderando-se os valores que estejam 10% abaixo ou

acima da média dos 16 impactos realizados, e calculando-se uma nova média com

os valores restantes. Somente é válido o índice esclerométrico obtido com pelo

103

menos 5 impactos depois do tratamento dos resultados, e não houverem valores

individuais com disparidade superior ou inferior à 10% da nova média. Os índices

esclerométricos médios obtidos pelos ensaios em campo resultam de pelo menos 10

índices individuais. Como exceção, a média do pilar 5 do viaduto B2 apresentou

valores fora do intervalo aceitável mesmo depois do recálculo da média. Apesar de

não válido perante as recomendações da norma, o valor será mantido para as

discussões de resultados neste trabalho. A Tabela 18 apresenta os índices

escleroétricos obtidos.

TABELA 18 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS

OAE P2 P3 P4 P5 P6 P7 OAE P1 P2 P3 P4 P5

A1 71,1 69,9 65,3 67,1 66,9 68,2 B1 - 63,0 69,4 71,9 55,0

A2 69,4 66,7 67,8 65,9 64,9 66,6 B2 70,4 64,1 68,2 - 59,4


As Figuras 35 e 36 permitem a visualização dos índices esclerométricos de

acordo com a posição de cada pilar.

FIGURA 35 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES NOS VIADUTO A1 E A2


104

FIGURA 36 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES NOS VIADUTO B1 E B2


6.2.1 Discussão dos resultados de Esclerometria

Nota-se que entre os índices esclerométricos das OAEs A1 e A2 há pouca

variação, sendo 1,8 o desvio padrão entre os valores, o que significa que há

uniformidade entre o material que compõe os pilares, podendo-se afirmar que este

se apresenta íntegro ao longo dos elementos ensaiados, o que confirma o

observado em inspeção visual. O mesmo não é observado nos índices

esclerométricos obtidos em B1 e B2, os quais têm desvio padrão de 5,5,

confirmando a influência de uma série de anomalias geradas na fase de execução,

observadas na inspeção visual.

Em relação à posição dos pilares, é possível notar que os índices

esclerométricos mais baixos referem-se aos pilares centrais dos viadutos B1 e B2.

Estes mesmos pilares, de acordo com inspeção visual, apresentam concreto

segregado e desgaste duperficial. Sendo assim, é possível afirmar que a menor

qualidade do concreto nesses pilares foi provavelmente ocasionada pelo lançamento

do concreto de altura elevadas, já que a mesma baixa qualidade não é notada nos

pilares de extremidades do mesmo viaduto. Além disso, é importante citar que

durante o polimento da superfície dos pilares centrais (P2 e P5) das OAEs B1 e B2,

105

notou-se alta porosidade do concreto superficial, uma vez que este se esfarelou

facilmente assim que o disco de carbonodurum foi friccionado à face do pilar.

6.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS

A VPOU obtida em cada medição é demonstrada na Tabela 19.

TABELA 19 – VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS (m/s)

OAE P2 P3 P4 P5 P6 P7 OAE P1 P2 P3 P4 P5

A1 3750 3387 3555 3772 3686 3297 B1 - 3538 3934 4304 3936

A2 3959 3749 2383 3288 3517 3853 B2 4321 4321 4249 - 2908


Como nos resultados de esclerometria, as velocidades de propagação de

ondas também são apresentadas aqui em gráfico que possibilite a visualização

comparativa das velocidades para todos os pilares ensaiados (Figuras 37 e 38).

FIGURA 37 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs A1 E A2


106

FIGURA 38 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs B1 E B2


6.3.1 Discussão dos resultados de VPOU

Baseando-se na norma europeia BS EN 12504-4:2000, a qualidade do

concreto dos viadutos A1 e A2 pode ser considerada boa (3500 m/s < v < 4000 m/s)

em 66,7 % dos pilares ensaiados, média (3000 m/s < v < 3500 m/s) em 25% e fraca

(2000 m/s < v < 3000 m/s) em 8,3%. Já para os viadutos B2 e B3, segundo a mesma

norma, o concreto tem qualidade muito boa (4000 m/s < v < 4500 m/s) para metade

dos pilares ensaiados, enquanto a de 37,5% é boa, e de 12,5% é fraca. A Tabela 20

permite visualizar a classificação da qualidade do concreto de cada pilar.

TABELA 20 – QUALIDADE DO CONCRETO DE ACORDO COM A BS EN 12504-4:2000

A1

P1 P2 P3 P4

B2

P1 P2 P3

Qualidade do

Concreto - 3959 3749 2383

- 3538 3934

P5 P6 P7 P8

P4 P5 P6

Fraca

3288 3517 3853 -

4304 3936 -

Média

A2

P1 P2 P3 P4

B1

P1 P2 P3

Boa

- 3750 3378 3555

4321 4321 4249

Muito Boa

P5 P6 P7 P8

P4 P5 P6

3772 3686 3297 -

- 2908 -


No caso dos ensaios de VPOU, o concreto dos pilares dos viadutos B1 e B2

mostraram, em sua maioria, qualidade superior à dos viadutos A1 e A2,

contrastando com os resultados apontados pelos ensaios de esclerometria. Daí,

107

torna-se importante compreender a metodologia de cada ensaio, sendo que os

ensaios de esclerometria avaliam apenas o concreto na superfície, enquanto os

ensaios de onda ultrassônica avaliam a porção do concreto por onde a onda

percorreu, considerando assim não só a porção superficial do material, mas também

o material contido no interior. Deve-se também considerar que a transmissão de

pulsos para os viadutos A1 e A2 se deu de forma semi-direta, enquanto para os

viadutos B1 e B2 se deu de forma direta. É válido lembrar que, de acordo com

Bungey, Millard e Grantham (2006) e a NBR 8002:2013 (citados em 4.3.2) as

medições com disposição dos transmissores em posição semi-direta envolvem mais

imprecisões como o comprimento exato do percurso da onda e a interferência do

não paralelismo das faces de emissão e transmissão.

Diferente dos resultados de esclerometria, os resultados dos ensaios de

VPOU mostraram-se bastante variáveis para ambos os pares de viadutos. Os

resultados dos viadutos A1 e A2 tiveram desvio padrão de 399,7 m/s, o que

representa 11,4% da média das velocidades medidas (3515,6 m/s). Contudo, não se

deve ignorar que a velocidade muito baixa obtida no pilar 4 da OAE A1 pode ser

responsabilizada por um desvio padrão tão significativo, posto que desconsiderando-

se o resultado neste pilar, o desvio padrão passaria a ser 217,0 m/s, ou 6,0% da

nova média calculada (3618,5 m/s) . Já os viadutos B1 e B2, apresentam devido

padrão de 499,3 m/s, 12,8% da média (3939 m/s), nos resultados de seus pilares

ensaiados, neste caso também é válido apontar a relevância do pilar de resultado

mais díspar, o pilar 5 do viaduto B1, sem o qual o desvio padrão cairia para 257,3

m/s, o que corresponde a 6,7% da média (4086,1 m/s).

Em relação aos pilares que tiveram concreto classificado como de baixa

qualidade, é importante associar seus resultados com as avaliações anteriores a fim

de compreender o motivo de sua dissemelhança com os demais. No caso do pilar 5

do viaduto B2, o resultado é concordante com o observado visualmente e em

relação à dureza superficial. Já o caso do pilar 4 da OAE A1, há uma diferença alta

que não é justificada pelas análises anteriores. Há duas possibilidades para explicar

isto: a primeira é a existência de descontinuidade no material do pilar, que, apesar

de ser uma anomalia grave, não tem apresentado sintomas externamente; a

segunda é a ocorrência de falhas na execução do ensaio. Sendo assim, recomenda-

se a repetição do teste neste pilar e o estudo mais aprofundado em relação à

continuidade do concreto que o compõe.

108

6.4 RESISTIVIDADE

As medianas, dentre os cinco valores aferidos pelo equipamento de

resistividade para cada ponto de ensaio, são tomadas aqui como o resultado final,

seguindo-se as recomendações técnicas RILEM TC 154-EMC (2000). Os resultados

para este ensaio são apresentados nas Tabelas 21 e 22.

TABELA 21 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS A1 E A2 (mV)

OAE Altura de ensaio

P2 P3 P4 P5 P6 P7

A1 0,5 m 138,9 144,2 241,0 204,0 173,2 476,0

1,5 m 151,8 240,0 541,0 249,0 248,0 328,0

A2 0,5 m 119,1 19,1 118,2 124,9 56,4 27,1

1,5 m 189,2 339,0 223,0 292,0 302,0 22,3


TABELA 22 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS B1 E B2 (mV)

OAE Altura de ensaio

P1 P2 P3 P4 P5

B1 0,5 m - 249,0 59,6 182,5 162,7

1,5 m - 356,0 84,1 25,4 212,0

B2 0,5 m 378,0 215,0 116,6 - 125,6

1,5 m 91,0 253,0 247,0 - 257,0


As Figuras 39 a 42 apresentam os resultados dispostos em gráficos que

facilitam a visualização de acordo com a altura do ponto ensaiado e sua comparação

com as faixas de classificação do risco de corrosão segundo a RILEM 154-EMC

(2000), os quais foram apresentados na Tabela 6, na seção 4.5.3.

FIGURA 39 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A1


109

FIGURA 40 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A2


FIGURA 41 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B1


FIGURA 42 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B2


110

6.4.1 Discussão dos resultados de Resistividade

É notável que o concreto a 1,5 m é mais resistivo na maioria dos pilares

ensaiados. Isto ocorre em 83,3% dos pilares dos viadutos A1 e A2 e em 75% dos

pilares dos viadutos B1 e B2. Tal comportamento pode ser atribuído à maior

umidade nas regiões do pilar mais próximas do solo, assumindo-se, assim, que a

umidificação preliminar ao ensaio possa não ter sido suficiente para amenizar essa

diferença. Para cada viaduto, apenas um dos pilares ensaiados não seguiu esta

tendência. No viaduto A1, o pilar 7 apresenta desplacamento do concreto por

ocorrência de corrosão nas armaduras do pé do pilar, o que contraria a obtenção de

uma resistividade tão alta quanto a medida nessa região. Já nos demais viadutos, os

pilares que não tiveram resistividade menor que 0,5 m não apresentaram anomalias

através de inspeção visual ou resultados que demonstrassem baixa qualidade do

concreto nos ensaios de velocidade de ondas de ultrassom e esclerometria.

Já de forma geral, os valores obtidos apresentaram alta variabilidade e isto é

confirmado quando se calcula média e desvio padrão. Para os valores medidos nos

viadutos A1 e A2, a média é de 153,5 kohm.cm e o desvio padrão é 116,1 kohm.cm

a 0,5 m e 260,4 kohm.cm e 118,3 kohm.cm a 1,5 m, enquanto que, para os viadutos

B1 e B2, a média e desvio são, respectivamente, 186,0 e 91,3 kohm.cm a 0,5 m e

191,0 kohm.cm e 105,0 kohm.cm a 1,5 m. Como os ensaios anteriores apontaram

uniformidade do material, sobretudo nos viadutos A1 e A2, pode-se afirmar que o

ensaio de resistividade é bastante sensível aos fatores externos, sobretudo à

umidade do concreto.

Avaliando os resultados com base nos critérios da RILEM TC 154-EMC

(2000), observa-se que os valores assemelham-se mais aos dos comumente

encontrados em concretos com adições (50 a 200 kohm.cm) do que aos dos

compostos de cimentos puros ou com baixo teor de adições (20 a 50 kohm.cm). Ao

avaliar-se o risco de corrosão, de acordo com o mesmo comitê técnico, observa-se

em poucos pilares ensaiados o risco moderado ou baixo de corrosão, sendo

predominantemente desprezível. Contudo é importante observar que tais valores

são válidos para concretos com baixo teor de adições sob temperatura constante de

20ºC, não representando fielmente as condições de campo. Sendo assim, é

prudente maior conservadorismo ao descartar a possibilidade de favorecimento de

propagação da corrosão nas regiões cuja resistividade mostrou-se alta através do

111

ensaio. É também importante verificar os resultados de resistividade em conjunto

com os resultados de potencial de corrosão e carbonatação, uma vez que estes

podem trazer informações relevantes acerca da interação do aço com o concreto e

da fase de iniciação da corrosão.

Tratando-se do posicionamento dos pilares e sua relação com a resistividade,

não foram notadas tendências significativas para variação desta propriedade. Duas

análises diferentes foram feitas: a primeira comparando a média de cada viaduto e a

segunda comparando a média dos pilares centrais (P2, P3, P6 e P7 nas OAEs A1 e

A2; P2 e P5 nas OAEs B1 e B2) com os pilares sobre taludes (P4 e P5 nas OAEs A1

e A2; P3 e P4 na OAE B1; P1 e P3 na OAE B2). Primeiramente, a grande

variabilidade dos resultados torna questionável a representatividade da média para

esses casos, agravado pela população relativamente reduzida de cada grupo. Por

exemplo, há quatro medidas a 0,5 m para pilares sobre taludes de B1 e B2; para

estas quatro medidas a média é de 184,2 kohm.cm e o desvio padrão é 120,1

kohm.cm, isto é, 65,2% da média. Em segundo, as posições dos pilares não se

mostraram significativas nem na média nem nas variações, para ambas as

configurações analisadas. As Figuras 43 e 44 permitem a visualização dessas

análises.

FIGURA 43 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO PARA CADA VIADUTO


112

FIGURA 44 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO SEPARANDO PILARES CENTRAIS E PILARES SOBRE TALUDES


6.5 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO

Os resultados de carbonatação foram obtidos pela média de cinco medidas

feitas. A Tabela 23 apresenta os resultados obtidos em ensaio.

TABELA 23 – PROFUNDIDADES DE CARBONATAÇÃO MEDIDAS EM CAMPO

continua

OAE Pilar Altura do

ponto ensaiado

Profundidade Carbonatada

(mm)

Cobrimento (mm)

Foto

A1

P2 1,5 m 4 33

P6 1,5 m Insignificante* 25

113

continuação

OAE Pilar Altura do

ponto ensaiado


(mm)

Cobrimento (mm)

Foto

A2



B1



P5 1,5 m 21 20

114

conclusão

OAE Pilar Altura do

ponto ensaiado


(mm)

Cobrimento (mm)

Foto

B2


P5 0,5 m 24 59

*Entende-se por profundidade insignificante as situações onde a frente de carbonatação não alcançou mais de 2 mm


Além das altas profundidades de carbonatação observada nos pilares 5 da

OAE B1 e da OAE B2, notou-se maior facilidade para o lascamento com martelete

rompedor nestes pilares, quando comparado ao mesmo processo nos outros pilares

das mesmas OAEs, o que indica menor qualidade do concreto nestas regiões de

ensaio.

6.5.1 Discussão dos resultados de carbonatação

Os ensaios de aspersão de fenolftaleína demonstraram resultados

inesperados em relação à carbonatação nos pilares dos viadutos A1 e A2, uma vez

que a estrutura foi construída há aproximadamente 40 anos e está exposta a

ambiente classificado como agressivo pela NBR 6118:2014. Sendo assim, levantou-

se a suspeita de os pilares dos viadutos A1 e A2 terem sido reforçados por

encamisamento, uma vez que os ensaios de dureza superficial demonstraram

valores relativamente altos e incompatíveis com a resistência de 18 MPa

especificada em projeto. Contudo, o diâmetro dos pilares medido em campo é

compatível com o lido em projeto reduzindo essa possibilidade. Acredita-se então

115

que o concreto apresenta qualidades superiores ao especificado em projeto, além de

que a fina camada de revestimento possa ter protegido o concreto da difusão de gás

carbônico para o interior do concreto.

Observando-se as profundidades de carbonatação mais significativas dentre

os pilares ensaiados (pilar 5 do viaduto B1 e pilar 5 do viaduto B2), é possível

afirmar que elas se deram pela baixa qualidade do concreto de cobrimento, como

observado em inspeção visual e em ensaios de esclerometria e ultrassom.

Primeiramente, a inspeção visual apontou desgaste da superfície e segregação do

concreto nos pilares centrais das OAEs B1 e B2. Em seguida, foram atribuídos a

estes pilares os índices esclerométricos mais baixos dentre os pilares ensaiados. O

ensaio de VPOU também indicou qualidade inferior para o concreto componente do

pilar 5 do viaduto B2 em relação aos demais.

Outro ponto de atenção é a variabilidade das espessuras de cobrimento, as

quais estão entre 24 e 33 mm nos viadutos A1 e A2 e entre 20 e 59 mm nos

viadutos B1 e B2. Tais diferenças podem ser atribuídas a dificuldades em garantir

um espaçamento fixo entre todas as barras de aço e a forma, seja por deformações

desta ou mesmo da armadura durante a montagem e o lançamento do concreto.

Contudo, a consideração mais relevante acerca do cobrimento é a

discordância de quase totalidade dos pilares ensaiados com a NBR 6118:2014, que

estabelece cobrimento mínimo de 40 mm para vigas e pilares em ambientes

industriais. Apesar de as exigências de cobrimento anteriores à revisão da norma

em 2003 serem mais brandas (NAKAMURA, 2004), é válido recordar aqui que

mesmo o atendimento às orientações da norma brasileira atual de projeto de

estruturas de concreto pode não garantir a vida útil estendida requerida por obras de

grande porte como os viadutos aqui estudados (100 anos de acordo com fib 34 e

ISO 2394:2015). Isto torna necessário um cobrimento ainda maior que o

especificado pela NBR 6118:2014, ou então, a consideração de modelos de vida útil

no projeto destas estruturas. Os próprios resultados aqui obtidos materializam a

importância da espessura de cobrimento: as frentes de carbonatação verificada nos

pilares 5 do viaduto B1 e 5 do viaduto B2 atingiram profundidades semelhantes,

todavia apenas a armadura do pilar com cobrimento aquém do exigido em norma foi

atingida pelo mecanismo que reduz o pH do concreto e ameaça a passivação do

aço.

116

6.6 POTENCIAL DE CORROSÃO

Os resultados de potencial de corrosão foram obtidos pela média de três

medições feitas em sequência. Os valores obtidos são apresentados na Tabela 24.

TABELA 24 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2

OAE Altura

de ensaio

P2 P3 P6 P7

A1 0,5 m -20,6 24,6 -53,3 67,4

1,5 m 52,0 72,1 73,8 173,0

A2 0,5 m -75,6 -100 - -75,3

1,5 m 158,5 114,7 - 20,9


TABELA 25 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2

OAE Altura

de ensaio

P1 P3 P4 P5

B1 0,5 m - -44,2 92,9 -15,3

1,5 m - 9,8 -27,7 71,0

B2 0,5 m 158,8 - - 10,2

1,5 m 6,4 - - 62,6


Os gráficos nas Figuras de 45 a 48 demonstram a variação dos valores

obtidos de acordo com a altura do ensaio para cada pilar.

FIGURA 45 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A1


117

FIGURA 46 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A2


FIGURA 47 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B1


118

FIGURA 48 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B2


6.6.1 Discussão dos resultados de potencial de corrosão

Observa-se que, a possibilidade da ocorrência de corrosão é considerada

baixa para todas as regiões ensaiadas, visto que, em nenhum dos casos, o

resultado foi inferior a -120 mV, valor abaixo do qual, de acordo com Bungey, Millard

e Grantham (2006) em tabela apresentada na seção 4.6.3, a determinação da

possibilidade de corrosão é incerta. Em muitos casos então, o resultado foi positivo,

o que indica maior predisposição do metal do eletrodo de referência em liberar

elétrons e perder íons positivos quando em uma célula eletroquímica com o eletrodo

formado por aço e solução intersticial do concreto.

Como já esclarecido na seção 5.2.7, os ensaios nos viadutos A1 e A2 foram

executados para os pilares onde foi feita remoção de cobrimento para ensaio de

carbonatação (P2 e P6 de A1; P3 e P7 de A2) e também para os pilares onde havia

desplacamento do concreto por reações de corrosão (P3, P7 de A1 e P2 de A2).

Nota-se que, nestes viadutos, os potenciais de corrosão mais negativos se dão nos

pilares onde houve o ensaio de carbonatação. Isso pode indicar que a ponta de

prova pode não ter obtido as mesmas condições de contato em ambas as situações,

119

sendo prejudicada nos casos de barras corroídas, apesar da raspagem na superfície

do aço ter sido bem executada antes da colocação da ponta de ensaio.

Quanto à posição do ensaio, o potencial no pé do pilar mostrou-se inferior na

maioria dos casos. Isto ocorreu para todos os pilares ensaiados nos viadutos A1 e

A2, e em 60% dos pilares dos viadutos B1 e B2. A maior concordância com a

tendência nos viadutos A1 e A2 pode ser atribuída à maior uniformidade do concreto

destes pilares, comprovada pela inspeção visual e pelo ensaio de esclerometria.

É observável também que os potenciais de corrosão medidos mostraram-se

equivalentes aos resultados dos ensaios de resistividade, visto que, para os pilares

ensaiados, os baixos potenciais de corrosão ocorrem geralmente em concretos

pouco resistivos. Isto pode ser visualizado a partir da disposição dos dados em

gráficos de dispersão observada nas Figuras 49, 50 e 51. Nos mesmos gráficos

foram traçadas linhas de tendência ajustadas em funções polinomiais de segundo

grau, as quais apresentaram coeficientes de determinação (R²) aceitáveis,

principalmente considerando-se os valores dos viadutos B1 e B2. Esta relação é

compreensível, uma vez que em concreto menos resistivo os íons são conduzidos

com mais facilidade, favorecendo assim, a liberação de íons do aço na solução

contida nos poros do concreto.

FIGURA 49 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2


120

FIGURA 50 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2


FIGURA 51 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1, A2, B1 E B2


Assim como nos resultados de resistividade, nota-se grande variabilidade nos

resultados dos ensaios de potencial de corrosão. Os desvios padrões foram muito

altos, em alguns casos superiores à média, como no caso das medidas dos pilares

dos viadutos A1 e A2 a 0,5 m (desvio padrão de 53,3 mV e média de 33,3mV). Aqui

se faz a mesma consideração: há grande sensibilidade das medições em relação a

121

muitos fatores, como a temperatura, o teor de umidade do concreto e o grau de

contaminação do concreto, conforme também discutido em Rocha (2012).

122

7 CONCLUSÃO

Por serem estruturas de grande impacto econômico, ambiental e social, as

OAEs demandam vida útil estendida, requerendo, assim, atenção aos parâmetros

que influenciam a durabilidade na fase de concepção, projeto e execução. Somado a

isto, é importante que estas estruturas sejam analisadas e avaliadas periodicamente

ao longo da fase de utilização, a fim de acompanhar a interação desta com o meio

ambiente, suas respostas às solicitações de carga, à evolução de mecanismos de

deterioração atuantes e a necessidade de ações corretivas de manutenção. Este

acompanhamento é essencial para a garantia do cumprimento da vida útil e pode

ser realizado por meio de inspeções visuais e também contar com métodos de

ensaios não destrutivos.

O emprego de métodos de ensaio não destrutivos mostra-se um bom

complemento às inspeções rotineiras, fornecendo informações não obtidas

visualmente e permitindo que se tomem decisões preventivas antes que a

deterioração chegue a estágios muito avançados, como, por exemplo, a detecção de

rápido avanço da carbonatação, ou de ocorrência de corrosão em regiões onde

ainda não é possível notar manchas fissuras ou desplacamento.

Este trabalho realizou a avaliação de quatro viadutos localizados em Curitiba

e em sua região metropolitana, utilizando-se para isto de inspeção visual e de

ensaios de dureza superficial, velocidade de propagação de ondas ultrassônicas,

resistividade do concreto, profundidade de carbonatação e potencial de corrosão.

Primeiramente, a inspeção visual forneceu uma base de dados relevante

acerca das condições das estruturas. Através dela foram identificadas falhas no

processo construtivo (como as deficiências na concretagem observadas nos pilares

centrais dos viadutos B1 e B2), corrosão em pilares também centrais dos viadutos

A1 e A2, além de danos causados por ação humana como as muitas fragmentações

por fogo em lajes e pilares nos viadutos A1 e B2. Estes últimos evidenciam a

necessidade da repetição periódica de inspeções rotineiras, uma vez que

representam uma ameaça grave à durabilidade e até mesmo à estabilidade das

estruturas, que não seria pressuposta apenas pela análise, sem ida a campo, das

características dos materiais e da agressividade do ambiente. Além disso, as

inspeções visuais foram de grande relevância na determinação dos ensaios

empregados e sua metodologia.

123

Os primeiros ensaios realizados, esclerometria e determinação da velocidade

de propagação de ondas ultrasônicas, foram importantes para a determinação das

condições do concreto. Foi observada uniformidade e boa qualidade do material que

compõe os pilares, com exceção dos pilares onde foram detectadas, na inspeção

visual, anomalias provenientes da execução. Outra exceção também foi o pilar 4 do

viaduto A1, onde a baixa velocidade de propagação das ondas ultrassônicas faz

com que sejam recomendáveis novas investigações. Notou-se também que as

medidas de ultrassom e esclerometria nem sempre se mostraram correspondentes,

apontando uma possível diferença entre o material superficial e o material no

interior. Conclui-se também que esses dois ensaios podem ser entendidos como

complementares um do outro, uma vez que o ultrassom fornece informações sobre o

concreto empregado em sua totalidade, enquanto a esclerometria traz informações

acerca do concreto da superfície, onde há o acesso de grande parte dos agentes

agressivos. Este trabalho trouxe um exemplo bastante ilustrativo para isto: o caso do

pilar 5 do viaduto B2 onde a qualidade do concreto foi classificada alta pelo ensaio

de velocidade de ultrassom, enquanto o índice esclerométrico mostrou-se inferior

aos demais, sendo notado neste pilar alta profundidade de carbonatação.

Em relação à carbonatação, os resultados de profundidade abaixo do

esperado, quando considerado que as quatro estruturas têm cerca de 40 anos e

estão inseridas em ambiente altamente agressivo, com grande emissão de gás

carbônico, seja por indústrias ou pelo alto tráfego de veículos pesados, demonstram

a possibilidade de ocorrência de encamisamento dos pilares nos viadutos. Para as

OAEs A1 e A2 esta possibilidade é minorada diante da inexistência de registros de

projeto de reforço no banco de dados consultado e também pela compatibilidade

entre as dimensões do pilar medidas em campo e lidas em projeto executivo. Por

outro lado, os pilares onde foram observadas falhas de concretagem e dureza

superficial relativamente baixa, apontaram altas profundidades de carbonatação,

confirmando assim a importância da execução adequada da concretagem tanto na

construção da estrutura como do seu reforço, atentando para a dosagem apropriada,

para o uso de material correto para as fôrmas e também para as boas práticas de

lançamento e vibração do concreto. Sugere-se que sejam feitas análises acerca da

contribuição dos microclimas atuantes sobre esses elementos estruturais na

carbonatação e demais mecanismos deletérios. Notou-se também que, por exigir o

124

destacamento de parte do concreto superficial, o ensaio de profundidade de

carbonatação representa uma forma eficaz de ter acesso à armadura, permitindo a

medição da espessura de cobrimento. Esta verificação também demonstrou falhas

na execução ou insuficiência da norma que orientou o projeto à época da

construção, sendo possível observar a chegada da frente de carbonatação à

armadura imersa por cobrimento em espessura inferior à recomendada pela NBR

6118:2014.

Os resultados dos ensaios de resistividade e potencial de corrosão

apresentaram variabilidade elevada, mostrando-se altamente sensíveis a pequenas

variações da superfície do concreto, bem como à sua umidade, mesmo que tenham

sido tomadas precauções para garantir a condição mais saturada possível para

todos os pontos ensaiados. Todavia, ambos os ensaios mostraram resultados

compatíveis, demonstrando assim a importância da baixa resistividade do concreto

para a formação da célula de corrosão.

Apesar da notável colaboração dos ensaios na avaliação dos parâmetros de

durabilidade da estrutura, não foi possível determinar com precisão através deles a

causa da corrosão nos pilares dos viadutos A1 e A2 que não foram acometidos pela

perda do cobrimento por ação do fogo. Sendo assim, é recomendável que o caso

seja estudado mais a fundo, checando também o teor de cloretos no pilar ou

possíveis contaminações do solo. Havendo a confirmação da ocorrência de

encamisamento do pilar, deve-se analisar a ocorrência de corrosão nas camadas

mais internas, bem como do emprego de aditivos contendo cloretos. Outro caso que

requer mais atenção é a baixa velocidade de propagação de ondas de ultrassom no

pilar P4 do viaduto A1, sendo necessária a repetição do ensaio em outros pontos do

pilar para a verificação da existência de vazios na região ensaiada.

Foi perceptível também que, para os casos aqui estudados, a qualidade do

material e o bom funcionamento da drenagem foram mais relevantes que os fatores

ambientais, visto que, mesmo estando toda a estrutura inserida em ambiente

altamente agressivo, apenas os elementos estruturais onde havia falhas na

concretagem (pilares centrais dos viadutos B1 e B2) e deficiência nos componentes

de drenagem (vigas caixão dos viadutos A1 e A2 e lajes do viaduto B1) das vigas

mostraram forte incidência de carbonatação. Portanto, além da qualidade do

concreto empregado, o bom funcionamento e manutenção dos buzinotes e

125

pingadeiras são também imprescindíveis para a garantia da durabilidade da

estrutura.

Este trabalho também demonstrou a importância da disponibilidade de

projetos tanto executivos quanto de reparo para uma análise mais aprofundada da

durabilidade do material que constitui a estrutura, bem como para a gestão de

manutenção das obras de arte especiais. A presença de informações mais precisas

acerca da data de construção e também a confirmação da existência de reparo,

contendo suas características e especificações, tornariam esta avaliação mais

apurada, permitindo um diagnóstico mais preciso além de projeções da vida útil da

estrutura.

126

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ZHANG, Duo; SHAO, Yixin. Early age carbonation curing for precast reinforced concretes. Construction And Building Materials, [s.l.], v. 1, n. 113, p.134-143, jun. 2016. Elsevier BV. http://dx.doi.org/10.1016/j.conbuildmat.2016.03.048.

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ZHOU, Haijun et al. Effects of stirrup corrosion on bond–slip performance of reinforcing steel in concrete: An experimental study. Construction And Building Materials, [s.l.], v. 93, p.257-266, set. 2015. Elsevier BV. http://dx.doi.org/10.1016/j.conbuildmat.2015.05.122.

133

ANEXO A - CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO SEGUNDO A NBR 9452:2016

134

135

136

137

138

139

ANEXO B – CLASSIFICAÇÃO SEGUNDO O MANUAL DNIT 010:2004

140

141

142

ANEXO C – ANOMALIAS A VERIFICAR EM CAMPO (EMEA / SGO DNIT)

1 FISSURAS

1101 Fissura em linha na região dos apoios (m)

1102 Fissura em linha no meio do vão (m)

1103 Fissura em linha a 45º (m)

1104 Fissura na face superior sobre as vigas (m)

1105 Fissura em linha vertical (m)

1106 Fissura em linha horizontal (m)

1107 Fissura próxima ao consolo (m)

1108 Fissura próxima ao apoio com a (m)

superestrutura

1109 Fissura mapeada (m²)

2 MANCHAS

1201 Manchas de fogo (m²)

1202 Fragmentação por fogo (m²)

1203 Manchas de umidade (m²)

1204 Eflorescências, com surgimento de manchas (m²)

esbranquiçadas

3 CONCRETO

1301 Estalactites devido a lixiviação (m²)

1302 Desplacamento do concreto devido a altas (m²)

tensões de compressão

1303 Desgaste superficial (m²)

4 CORROSÃO

1401 Corrosão da armadura (apenas mancha (m²)

de corrosão)

1402 Corrosão da armadura com desplacamento (m²)

de concreto

1403 Corrosão da armadura com desplacamento (m²)

e perda de seção

1404 Corrosão da armadura com desplacamento e (m²)

rompimento da barra

5 DEFEITOS CONSTRUTIVOS

1501 Armadura exposta por deficiência de (m²)

cobrimento, sem corrosão

1502 Concreto segregado (m²)

1503 Nicho de concretagem (m²)

1504 Forma aderida à superfície do concreto (m²)

6 DEFEITOS GEOMÉTRICOS

1601 Desalinhamento (cm)

1602 Deslocamento (cm)

1603 Falta de prumo (cm)

1604 Recalque diferencial (cm)

7 FLECHA

1701 Deformação excessiva (cm)

8 FUNDAÇÃO

1801 Descalçamento (m³)

1802 Exposição das estacas (m³)

9 ENCONTROS

1901 Deslizamento (m³)

1902 Deslizamento gerando esforços imprevistos (m³)

143

1903 Recalque do aterro de aproximação (cm)

1904 Percolação de águas pluviais ou

subterrâneas

(m²)

10 APARELHOS DE APOIO

2001 Dano não gerando esforços imprevistos (cm²)

2002 Dano gerando esforços imprevistos (cm²)

11 JUNTAS

2101 Obstrução, sem causar restrições (m)

2102 Obstrução, causando restrições à

movimentação

(m)

2103 Abertura excessiva (cm)

2104 Recapeamento irregular (m)

2105 Desnível (cm)

12 DRENAGEM

2201 Inexistência de drenos (unid.)

2202 Entupimento de drenos (unid.)

2203 Quantidade ou tamanho insuficiente (unid.)

2204 Deficiência nas pingadeiras e buzinotes (unid.)

13 PAVIMENTO

2301 Buraco (m²)

2302 Desgaste (m²)

2303 Afundamento, escorregamento e/ou

ondulação

(m²)

14 OPERAÇÃO

2401 Sinalização horizontal deficiente

2402 Sinalização vertical deficiente

2403 Choque de veículos (m²)

2404 Iluminação deficiente

2405 Estética causa insegurança ao usuário

2406 Transito de elevadas cargas

2407 Nível de vibração elevado

2408 Guarda-corpo rompido ou inexistente (m)

2409 Impossibilidade de acesso ao passeio

2410 Ausência de passeio em área urbana

2411 Transição perigosa (sem acostamento)

2412 Barreira não padronizada

15 OUTROS

2501 Vegetação incrustada (m²)

2601 Corrosão em elementos metálicos (m²)

2602 Corrosão em elementos metálicos (m²)

com perda de seção

144

ANEXO D – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE A1

01

02

03

04

05

06

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37

151

ANEXO E – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE A2

01

02

03

04

05

06

152

07

08

09

10

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19

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27

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29

30

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ANEXO F – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE B1

01

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03

04

05

06

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07

08

09

10

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13

14

15

159

ANEXO G – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE B2

01

02

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04

05

06

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07

08

09

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AVALIAÇÃO DAS ESTRUTURAS DE OBRAS DE ARTE … · universidade federal do paranÁ ian cÉsar amos esteves avaliaÇÃo das estruturas de obras de arte especiais por mÉtodos de ensaios