ACIDENTES ESTRUTURAIS NA

CONSTRUÇÃO CIVIL

Albino Joaquim Pimenta da Cunha

Nelson Araújo Lima

Vicente Custódio Moreira de Souza

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CONSTRUÇÃO CIVIL

Albino Joaquim Pimenta da Cunha

Nelson Araújo Lima

Vicente Custódio Moreira de Souza

Volume 2

ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO CIVIL

Volume 2

Albino Joaquim Pimenta da Cunha

Nelson Araújo Lima

Vicente Custódio Moreira de Souza

ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO CIVIL

«COPYRIGHT EDITORA PINI LTDA.

Todos os direitos de reprodução ou tradução reservados pela Editora Pini Ltda.

Dados Internacionais de Catalogação na Publicação (CIP) (Câmara Brasileira do Livro, SP, Brasil)

Acidentes estruturais na construção civil, volume 2 / coordenação Albino Joaquim Pimenta da Cunha, Vicente Custódio Moreira de Souza, Nelson Araújo Lima. — São Paulo : Pini, 1998.

Vários autores. ISBN 85-7266-100-X

1. Construção - Acidentes 2. Falhas estruturais I. Cunha, Albino Joaquim Pimenta da. II. Souza, Vicente Custódio Moreira de. III. Lima, Nelson Araújo.

98-3369 CDD-690.22

índices para catálogo sistemático:

1. Acidentes estruturais : Construção civil : Tecnologia 690.22 2. Construção civil: Acidentes estruturais : Tecnologia 690.22

Coordenação de L iv ros : Raquel Cardoso Reis Projeto Grá f icos e Capa: Lúcia Lopes e Madalena Faccio LL Ar tes Gráf icas: ed i toração e le t rôn ica - Lúcia Lopes

revisão - Marisa Passos Serv iços Grá f icos e Indust r ia is : José P. Silva e Wilson T. Pinto

Editora Pini Ltda.

Rua Anhaia, 964 - CEP 01130-900 São Paulo - SP - Brasil Fone: (11) 2173-2327 - Fax: (11) 2173-2300 www.piniweb.com - manuais@pini.com.br

15 ed ição, nov/98

2" tiragem, maio/2009

APRESENTAÇÃO

Na apresentação do Volume 1, lançado em novembro de 1996, dizíamos que "acidentes estruturais na construção civil vêm ocorren-do em todo o mundo - em muitos casos com vítimas fatais - desde os primórdios da Engenharia. No Brasil a situação não é e nem poderia ser diferente, mas, a não ser pelos casos noticiados nos meios de comunicação, poucas pessoas, incluindo profissionais da área, têm conhecimento destas ocorrências".

Nestes dois anos transcorridos desde o lançamento do Volume 1, os acontecimentos só vieram a confirmar o que nele alertamos. Os aci-dentes continuam se repetindo, haja vista, apenas para não ir a muitos detalhes - este Volume 2 se incumbirá naturalmente disto, o acidente ocorrido na cidade de São Paulo com a Ponte dos Remédios, que só não atingiu as proporções de mais uma catástrofe pelo fato de que a intervenção técnica foi efetivada no momento último, mas que trouxe o caos ao trânsito da cidade, e o acidente em São José do Rio Preto, também no Estado de São Paulo, com o colapso de um edifício residencial, quando a evacuação dos ainda poucos moradores, du-rante a madrugada, impediu que o já grande número de vítimas fatais em virtude de acidentes estruturais fosse ampliado.

Durante o ano de 1997 tivemos a oportunidade de visitar várias cidades no Brasil. Em Goiânia tomamos conhecimento de dois edifíci-os residenciais, situados em área nobre da cidade, que foram interdita-dos na etapa de execução do revestimento, pois estão ameaçados de ruir em virtude de problemas com as fundações. Em Teresina, onde estivemos a convite da organização da Fecon, Feira e Congresso de Engenharia e Arquitetura, tivemos a oportunidade de inspecionar algu-mas das diversas pontes existentes sobre os rios Parnaíba e Poti, e constatamos problemas que vão desde o rompimento de saias de aterro nos encontros a trincas de proporções preocupantes, passan-do, é claro, pelos inevitáveis problemas causados pela corrosão de armaduras, infelizmente uma constante em nossas estruturas, resul-tante que é do desleixo quanto a manutenção.

No Congresso em Teresina pudemos constatar a importância que teve o lançamento do Volume 1. Pronunciamos palestra para uma atenta platéia de cerca de 300 técnicos e, ao final, fomos pro-curados por diversos deles, que nos trouxeram importantes su-gestões para futuras narrativas de acidentes. O fato é que a soci-edade e, especialmente, os profissionais da área de Engenharia

Civil estavam necessitando de uma publicação como esta, que des-creve os acidentes estruturais com detalhes, procurando esclarecer as suas causas de forma imparcial - sem a preocupação de culpar pessoas - e, sempre que possível, narrando as providências que fo-ram tomadas para sanar o problema.

Neste Volume 2 tivemos a satisfação de receber contribuições de vários dos autores do Volume 1, às quais se somaram textos de outros profissionais, inclusive do exterior,que nos enviaram casos interessan-tes ocorridos. Esperamos que estas contribuições possam continuar servindo para alertar nossos profissionais e contribuir para a melhoria qualitativa de nossas estruturas.

Albino Joaquim Pimenta da Cunha Nelson Araújo Lima

Vicente Custódio Moreira de Souza

SUMÁRIO

APRESENTAÇÃO

INTRODUÇÃO

m As Diversas Razões para o Mau Comportamento das Estruturas 13 Thomaz Ripper c Josc Paulo Costa

ERROS DE PROJETO E DE DETALHAMENTO

|~2l O Colapso da Estrutura em Argamassa Armada do Canal do Rio Bom Pastor 23 Nelson Araújo Lima

|~3~| A Importância da Correta Consideração do Peso Próprio no Projeto de Estruturas 37 Arthur Eugênio Jermann c Roberto Possollo Jermann

[4~| O Colapso de um Silo de Aço para Armazenamento de Clínquer 41 Paulo Alcides Andrade

|~5~1 Acidentes por Falta de Durabilidade e de Robustez com Abr igos de Argamassa Armada em Pontos de Ônibus 49 Nelson Araújo Lima c Albino Joaquim Pimenta da Cunha

R H Relato e Análise do Colapso Total de um Edifício em Concreto Armado 63 Ronaldo Carvalho Batista e Elianc Maria Ix>pes Carvalho

[7~10 Desabamento Repentino de um Edifício de 15 Andares 75 Augusto Carlos de Vasconcelos

FUNDAÇÕES, CONTENÇÕES E OBRAS DE TERRA |~8~| Recalque de Edifício com Fundação em Sapatas Danifica a Estrutura do Prédio Vizinho

Apoiado em Estacas 89 Marnio Evcrton A- Camacho e Carlos Eduardo M. Fernandes

Í 9 l T u b u l ã o Rompe em Monumento 95 Dirccu dc Alencar Vclloso, Cristina Haguenaucr Naegcli c Henrique de Carvalho Videira

[TÕ] Colapsos de Barragens por Transbordamento 103 Flavio Miguez dc Mello

[TT1 Ruptura de um Muro de Contenção de 18,4 m de Altura em Niterói - RJ 111 Vicente Custódio Moreira dc Souza c Man» Telles Sallcs

IT2IO Desabamento do Edifício São Luiz Rei 117 Dirccu dc Alencar Vclloso , Cristina Haguenaucr Naegcli c Henrique de Carvalho Videira

ESCORAMENTOS [131 Ações de Construção em Edifícios: Casos de Colapso 125

José Napolcão FíHk>

ERROS DE CONSTRUÇÃO

[ l4 ] Desabamento e Recuperação de u m Termina l Por tuár io -A c o m p a n h a m e n t o do i s anos depo is 135 Nelson Szilard Galgoul c Maria Stclla Furtado Castcllo Branco

CONTRAVENTAMENTO 1510 Colapso de um Tanque de Aço para Armazenamento de Caulim 143

Paulo Alcides Andrade

Qê] Estrutura de Edifício Afetada por Instabilidade Elástica Global 151 Hclmany Murtinho Filho

PONTES E VIADUTOS f l7 ] O Desabamento do Vão Gerber do Viaduto Faria-Timbó 159

Nelson Araújo Lima e Nelson Ruy Amado Souto Barrctto 18j Ponte sobre o rioTaquari na BR-386/RS: a Ponte que Quase Ruiu 173

Jairo Roberto Campos e Santos e Sérgio Marques Ferreira de Almeida [TÕ] Recuperação e Reforço da Ponte dos Remédios 183

Lenivaldo Aguiar dos Santos, Luciano Mário Schiros, Humberto Caminha da Silva c Walter Farinclli

VARANDAS E MARQUISES 20| O Desmoronamento da Marquise do Hospital Municipal Barata Ribeiro 193

Nelson Araújo Lima 211 Quarto e Marquise Caem sobre Restaurante na Tijuca 205

Albino Joaquim Pimenta da Cunha, Fábio Dorigo e Rubens Mitri Sydenstricker

C O R R O S Ã O 221 O Desabamento Repentino de uma Prumada em Prédio Residencial com 34 anos de Idade ... 215

Hélio dos Santos

FADIGA 231 Causas do Colapso e Recuperação Estrutural dos Apoios Metálicos da Tubulação do

Emissário Submarino de Ipanema 223 Ronaldo Carvalho Batista, Michèle S. Pfeil e Elianc Maria Lopes Carvalho

UTILIZAÇÃO E MANUTENÇÃO [24] Deformações Excessivas em Lajes de uma Edificação Comercial em Botafogo - RJ 239

Vicente Custódio Moreira de Souza

ACIDENTES NATURAIS E IMPREVISTOS 251 Desabamento e Recuperação de Um Terminal Portuário 245

Maria Stclla Furtado Castello Branco e Nelson Szilard Galgoul 261 Catástrofes Produzidas por Furacões no Mar do Caribe 255

Luís A Godoy [27] Explosão e Incêndio em Tanques de Armazenamento de Aguardente em Campos-RJ. . . . 263

Assed Nakcd Haddad e Vicente Custódio Moreira de Souza

CONCLUSÕES 267

INTRODUÇÃO

AS DIVERSAS RAZÕES PARA O MAU COMPORTAMENTO DAS ESTRUTURAS*

THOMAZ RIPPER Prof. Adjunto ti» Kscola dc Fjigcnharia da UI-T'

JOSÉ PAULO COSTA STAP - Reabilitação, Modificação c Proteção de lístruturas

u INTRODUÇÃO A reparação de estruturas, em particular as de betão armado e pré-esforçado é, pelo menos

desde o início da década de 80, uma atividade cada vez mais freqüente na indústria da Cons-trução Civil.

A necessidade de recuperar - ou reforçar - uma estrutura existente deriva, na grande maioria dos casos, do fraco desempenho da mesma, comparativamente às expectativas para as quais •foi concebida.

Neste aspecto, a identificação da(s) causa(s) do processo patológico que levou ã degradação das estruturas será sempre um fator preponderante para a prescr ição da mais adequada metodologia de reparação. Alguns estudiosos da matéria preocuparam-se em relacionar, esta-t ist icamente, a incidência das falhas que estão na gênese das anomalias com as principais etapas da construção, entendidas estas como sendo as de concepção e projeto, seleção e em-prego de materiais, execução, utilização, manutenção e outras, nomeadamente as relacionadas com imprevistos e acidentes naturais.

O quadro 1, a seguir apresentado, sintetiza os resultados de alguns desses estudos. Uma simples observação dos diversos percentuais mostrados leva a constatação de que os mesmos não estarão muito próximos da convergência, o que poderá ser explicado não só pelo método de avaliação, que não é padronizado e varia muito, de observador para observador, mas também pela dificuldade que existe, muitas vezes, na atribuição da responsabil idade pela geração de todo o processo patológico a uma só causa.

Em boa verdade, importará menos quantificar a incidência das anomalias e mais considerar que estas acontecem por falhas cuja responsabil idade poderá ser imputada não só ao Projetista e ao Construtor, casos mais comuns, mas também ao Proprietário e ao Utilizador, f iguras que igualmente fazem parte do Círculo de Qualidade da Construção (C.E.B. - Bulletin 182), apesar de, muitas vezes, sobre tal fato eles não terem a devida consciência.

A última linha do quadro 1 traduz a experiência própria dos autores deste texto, como projetis-tas, executores e/ou fiscais, considerado um universo de 260 obras espalhadas por toda a parte, mas particularmente em Portugal, no Brasil e nas antigas colônias portuguesas da África e Ásia.

Dentre os diversos casos vivenciados, são aqui apresentados três exemplos que pretendem caracterizar a identificação de falhas ocorridas em diferentes fases do processo de construção, ou, dito de outra forma, situações distintas em que, no primeiro caso, a responsabilidade irá para o Projetista, no segundo para o Construtor e no terceiro para os Utilizadores.

GALERIA DE DRENAGEM DE UMA AUTO-ESTRADA EM LEIZA, NO PAÍS BASCO

Leiza é uma cidade no norte da Espanha, próxima à fronteira com a França, por onde passa a auto-estrada de ligação de Pamplona a San Sebastian, naturalmente a cruzar regiões muito montanhosas.

Um dos acidentes geográficos que o traçado da auto-estrada teve que considerar foi o de um vale, já muito próximo a Leiza, em cujo fundo repousava uma ribeira, caminho natural das trutas quando em época de desova, cuja preservação seria obviamente indispensável.

A solução adotada, em projeto, consistiu na execução de um aterro de grande altura - 60 m -a vencer o vale, sendo a ribeira conduzida através de uma galeria de drenagem - bueiro - em betão armado, com extensão total de 200 m (ver foto 1).

Quadro 1

Correspondência entre as causas dos fenômenos patológicos nas estruturas e as fases do processo de construção

Fonte de Pesquisa * Concepção e Projeto

Materiais Execução Utilização e Manutenção

Outras

F. Gabaldón (Madrid, 82) Espanha 41 13 31 11 4 Bélgica 49 15 22 9 5 Reino Unido 49 11 29 10 1 Alemanha 37 14 30 11 8 Dinamarca 36 25 22 9 8 Romênia 37 22 19 11 11 C.E.B. Boletim 157 (82) 50 <= 40 => <= 10 =» Building Research Establishment (U.K, 76) 50 10 30 <= 10 =>

D. P lum&J. Hayes (Edinburgh, 83) 46 11 33 <= 10 =>

Cóias e Cachadinha (Lisboa, 83)

12 < = 8 1 => <= 7 =>

Jean Blévot (Paris, 74) 35 < = 5 8 => <= 7 => J. Loss (U.S.A, 87) 62 <= 32 => <= 6 => J. Hauser (U.S.A, 79) 36 10 44 5 5 Faculdade de Engenharia da Fundação Armando Álvares Penteado (São Paulo, 89)

18 6 52 14 10

P. Aranha, D. Molin (Ibracon, 94)

30 5 39 <= 26 =>

E.N.R. (U.S.A. 79) 10 10 65 <= 15 => LE.M.I.T. (Caracas, 75) 20 43 23 <= 14 => T. Ripper (Lisboa, 97) 36 17 32 9 6

Vista da boca do bueiro, a jusante, do aterro e da auto-estrada

Estruturalmente, o canal é uma peça triarticulada, na seção transversal. É constituído por aduelas com 2 m de comprimento, como se pode ver na representação esquemática mostrada na figura 1.

Em meados de 1994, quando o aterro já estava totalmente concluído, o teto da galeria come-çou a ceder, sob o peso dos 60 m de terra, ficando evidentes duas grandes fendas, corridas ao longo de toda a extensão do canal, situadas a. aproximadamente. 1,0 m da base (ver figura 1).

A constatação do fenômeno foi imediata, sendo a sua causa, sem dúvidas, a deficiente capaci-dade resistente das paredes da galeria. A primeira idéia foi, portanto, a de se estar frente a um erro no dimensionamento estrutural. No entanto, uma simples revisão da memória mostrou que os cálculos de estabilidade estavam corretos: a falha fora do desenhista, que inverteu a posição das armaduras principais, representando junto à face interna da parede a armação mais fraca.

De qualquer forma, um banal erro de desenho não foi detectado na revisão do Projetista e Dono da Obra e contou com a falta de atenção - ou inexperiência - do Construtor, resultando num reforço que representou um custo de meio milhão de dólares.

O reforço executado consistiu na criação de uma nova parede, em betão projetado, com 20 cm de espessura, aderente à face interna da parede existente, como se pode observar na foto 2.

Foto 2

Execução do reforço da estrutura

I 3 1 VIADUTO RODOVIÁRIO EM ALVERCA A auto-estrada do Norte (A.E. - 1 ) é a que liga Lisboa ao Porto e tem, na totalidade, perto de

300 km de extensão. No ano de 1996, ficou concluído o nó de interligação com a auto-estrada de contorno da cidade de Lisboa, na localidade de Alverca, 11 km a norte de Lisboa.

A principal obra-de-arte do nó rodoviário é o viaduto sobre a A.E. - 1, estruturado em duas vigas-caixão, pré-esforçadas, vencendo, em três vãos hiperestáticos, o comprimento total de aproximadamente 60 metros.

Foto 3

Vista inferior do viaduto

Durante a execução do viaduto, na fase que antecede a montagem das armaduras e o lança-mento do betão, foram dadas ordens para que se procedesse a uma limpeza da cofragem, o que foi feito com jatos de ar comprimido.

No entanto, por incúria, todos os detritos ali existentes (latas de refrigerante, pontas de cigar-ro, serradura, aparas de cofragem, etc.) foram "varridos" para as extremidades do viaduto, mais precisamente para o fundo da cofragem das travessas, deixando o tabuleiro limpo.

As travessas são vigas com uma densidade de armação elevada, sobre os apoios, e estão situadas numa cota abaixo da do tabuleiro. O pouco cuidado dos intervenientes no processo permitiu que a betonagem fosse executada, tendo o peso de betão compactado uma camada de lixo, no fundo das travessas, com a espessura equivalente à de recobrimento das armaduras.

Ao se descofrar as peças, constatou-se que as armaduras estavam expostas em quase toda a extensão da superfície inferior das vigas e que os aparelhos de apoio estavam cravados contra as mesmas, rompendo a frágil barreira do pouco betão misturado ao muito lixo compactado (ver foto 4).

Foto 4

Situação em um dos aparelhos de apoio, vendo-se um varão de armadura imerso em lixo compactado

Foi assim necessário proceder-se a reparação da face inferior das vigas e, muito mais traba-lhoso ainda, a substituição dos aparelhos de apoio, o que implicou recurso a um complexo pro-cesso de introdução de apoios temporários, remoção de betão por hidrodemolição (ver foto 5), betonagem por injeção de argamassas cimentícias aditivadas e introdução de macacos planos, para promover a reentrada dos apoios em carga (foto 6).

Foto 5

Hidrodemolição

A incúria dos executantes custou ao Empreiteiro algo em torno dos 150 mil dólares, aproxima-damente 30% do custo da obra.

I 4 | EDIFÍCIO DE HABITAÇÃO EM LISBOA São Bento é um nobre bairro em Lisboa, onde se situa o magníf ico prédio da Assemblé ia

d a Repúbl ica, rodeado por um alargado conjunto de tradic ionais prédios residenciais, cons-t ruções centenár ias, a maior ia com vistas para o Tejo. Um destes edifícios (ver foto 7), com quatro pisos e uma cave parcial, foi objeto de inspeção, a pedido da Adminis t ração do Con-domínio, dado o agravamento veri f icado, ao longo do tempo, no processo de assentamento de um dos pavimentos.

Foto 7

Planta arquitetônica do 15 piso

Vista da fachada principal do edifício

Estruturalmente, a construção é assente, na periferia, em espessas paredes (aproximada-mente 80 cm de largura) de alvenaria de pedra, e, no centro, nas paredes da envolvente do núcleo dos acessos verticais. As demais peças resistentes são constituídas por paredes divisó-rias tipo "gaioleiro" - elementos estruturados em peças de madeira, com os espaços interme-diários cheios com argamassa de pedra rejuntada, sendo o conjunto revestido, nas superfícies, com reboco pobre. Estas paredes, em número de quatro, são paralelas à fachada principal, estando afastadas entre si cerca de 3 metros.

Importa referir que, em termos da rigidez da edificação, a ala esquerda é bem mais flexível que a ala direita. Esta última é dotada de um vão interno, em toda a altura do prédio, centrali-zado em relação à ala e cercado, na sua envolvente, por paredes tão espessas quanto as periféricas. Para além desta diferença, existe outra, que se traduz na constatação de que, na ala direita, as paredes do "gaioleiro" vão de cima a baixo, transmitindo a carga dos vários pisos diretamente às fundações, enquanto que, na ala esquerda, pela existência de uma cave com características de acesso ao galpão traseiro, as paredes descansam ao nível do teto da cave, em vigas de madeira de 15 x 30 cm2 de seção transversal, com reforço de seção variável nas extremidades (ver figura 3).

Interessa ainda descrever, em termos de estruturação, os pavimentos e as paredes divisórias secundárias. Os pisos são constituídos por soalhos de madeira, que se apóiam em barrotes, que, por sua vez, transmitem as cargas de cada piso às paredes "gaioleiro". Inferiormente, estes barrotes suportam tetos de estuque suspensos (ver figura 3). As paredes divisórias dos vários compartimentos, ortogonais aos "gaioleiros", são do tipo tabique, sendo, originalmente, alinha-das ao longo de toda a altura do edifício (exceção feita ao 4Ç piso e à cave esquerda). O pé-direito arquitetônico é da ordem de 3,70 m, com exceção da cave (= 3,20 m) e do 49 piso, cuja altura livre é regulada pela inclinação do telhado.

Soalho

Pormenor do pavimento do rés-do-chão

As deficiências que se fizeram sentir na estrutura da construção foram todas em conseqüên-cia das alterações introduzidas pelos próprios moradores em suas habitações, agravadas pela inexistência de qualquer sistema de manutenção, particularmente no que se refere a substitui-ção das tubagens de água e esgoto que, quer por velhice, quer sob a ação do excesso de peso provocado pela concentração de cargas resultante das remodelações, acabaram por se romper, encharcando e apodrecendo o madeiramento, o que implicou no surgimento de uma série de assentamentos e deformações.

É razoável admitir-se que as causas do grave estado de degradação da estrutura da ala es-querda do edifício possam ser resumidas da forma que segue: • a maior flexibilidade da ala esquerda do edifício, se comparada à ala direita, o que implica maior ressentimento das estruturas a quaisquer esforços imprevistos como, por exemplo, altera-ções de cargas, efeitos sísmicos, ação corrosiva de águas e fungos; • a idade do prédio, com o conseqüente "cansaço" das madeiras e mesmo das demais instala-ções, o que implicou no incremento das deformações nos vãos e dos assentamentos, bem como pouca flexibilidade das várias tubagens e conexões, com a conseqüente maior facilidade para o surgimento de roturas e vazamentos; • o acréscimo de carga em vários pontos da estrutura, como resultado das alterações levadas a efeito nos vários andares; • a degradação de várias peças de madeira do teto da cave e da estrutura de alguns "gaioleiros" no R/C, por apodrecimento causado pela ação corrosiva de águas - principalmente - e de fungos.

É difícil quantificar a intensidade ou nocividade de cada ação, porque é todo o conjunto pato-lógico que interage. No entanto, e correndo o risco de não se estar sendo muito acurado, foi assumida a seguinte ponderação, para um total de 100 valores:

Causas do quadro patológico implantado Valores deficiências originais de projeto 10 envelhecimento da estrutura 10 ação de águas e fungos 20

peso excessivo resultante de alterações da compartimentação dos andares: piso 1 20

piso 2 10

piso 3 20 piso 4 10

Os sistemas de reparação adotados tiveram por objetivo, ao entrarem em funcionamento em conjunto, resolver o problema de segurança estrutural que punha em causa a estabilidade de toda a ala esquerda da edificação.

Resumidamente, as intervenções de reforço e reparação estrutural prescritas foram: • reparação das fendas estruturais existentes no cimo das paredes "gaioleiro" de alguns pisos, nomeadamente o 2- e o 39; • recuperação dos assentamentos pontuais que se fazem notar em quase todos os pisos, pela introdução localizada de perfis metálicos e pelo acionamento de macacos planos; • reforço das vigas do teto da cave, pela introdução de pórticos metálicos de substituição, cuja entrada em carga se fez pela incorporação de macacos planos; • substituição parcial dos elementos de soalho do R/C (barrotes incluídos).

O custo total dos trabalhos de reforço e reparação executados aproximou-se dos 150 mil dólares.

• art igo originalmente escrito em Portugal

ERROS DE PROJETO E DE DETALHAMENTO

O COLAPSO DA ESTRUTURA EM ARGAMASSA ARMADA DO CANAL DO RIO BOM PASTOR

NELSON ARAÚJO LIMA IEngenheiro e Diretor tia Divisão dc F.struturas da Secretaria de Obras c

Serviços Públicos da Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro (1963 a 1988)

Meu primeiro contato direto com o material argamassa armada teve lugar em abril de 1985, quando visitei a "Fábrica de Escolas", uma usina de pré-fabricação instalada na Avenida Presidente Vargas, a mais importante via de acesso ao centro da cidade do Rio de Janeiro. Nesta ocasião o meu interesse pelo estudo da argamassa armada foi despertado pela curiosi-dade diante da pequena espessura das peças em comparação com as dimensões comumente empregadas na utilização do concreto armado.

Em outubro de 1986 tive a opor tun idade de visitar a fábr ica de argamassa a rmada que func ionava em Belford Roxo, municíp io da Baixada Fluminense si tuado nas proximidades d a c idade do Rio de Janeiro. Esta unidade industr ial fabr icava espec ia lmente peças utili-zadas na montagem de estruturas para canal ização de cursos d 'água (foto 1). Acostuma-d o a projetar estruturas deste mesmo tipo em concreto armado, estranhei a esbeltez das peças em argamassa a rmada em face das sol ic i tações que atuam nas estruturas de cana-l ização e da necessidade de garantir sua durabi l idade em ambiente em geral for temente agressivo. Também o disposit ivo de f ixação por s imples encaixe das peças vert icais nas p e ç a s h o r i z o n t a i s me p a r e c e u i n a d e q u a d o p a r a res is t i r e f i c a z m e n t e aos es fo r ços sol ic i tantes nos nós da estrutura (foto 2). No término da visita, ao solicitar uma cópia do projeto estrutural e da respect iva Memór ia de Cálculo das estruturas em argamassa arma-d a fui informado pelo gerente da fábr ica que estes e lementos técnicos não estavam dispo-níveis, razão pela qual as d imensões indicadas no presente relato técnico são aproxima-das pois foram obt idas por medições real izadas no t ranscurso das inspeções.

Em maio de 1987, ao vistor iar o leito do rio Bom Pastor em Belford Roxo, depare i -me casua lmente com a obra de canal ização do referido rio. A estrutura do canal , que estava sendo construída com peças pré-fabr icadas em argamassa armada, apresentava um tre-cho desmoronado .

Foto 1

Montagem de uma estrutura de cana l pré-(abricada e m argamassa a rmada e m exposição na fábrica de Belford Roxo

Foto 2

Detalhe do dispositivo de encaixe existente no nó da estrutura exposta na fábrica de Belford Roxo

2 j DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DO CANAL A seção transversal do canal em construção é retangular e mede cerca de 2,0 m de altura

por 3,5 m de largura (ver figura 1).

Dimensões da seção transversal do canal em argamassa armada

S í S. <K / •

350 Cotas em cm

A estrutura pré-fabricada em argamassa armada é composta pela justaposição de módulos em "U" com 45 cm de largura, cada módulo sendo constituído por duas peças verticais "engastadas" numa peça horizontal por meio de um simples encaixe apertado pela introdução de cunhas de alumínio (foto 3).

As dimensões da seção transversal e a posição das peças de argamassa armada na estrutura são mostradas na figura 2.

Ao longo do topo das paredes verticais são instaladas peças horizontais com seção trans-versal em "H'\ cada uma medindo cerca de 2,25 m de comprimento, com a função de dar acaba-mento ao topo do canal e, ao mesmo tempo, ajudar na uniformização dos esforços horizontais atuantes nas paredes. Quatro furos existentes na haste horizontal do "H" permitem o encaixe desta

Foto 3

Vista geral da estrutura de canalização do rio Bom Pastor, construída com peças pré-fabricadas em argamassa armada

PEÇA DE PAREDE

LADO DO CANAL

o "T

VARjuma.20qL

PEÇA DE FUNDO

FUNDO DO 30 CANAL

O i O. CNJ •

O" V. . à • - ;< \ x

Cotas em mm 4 5 0

Dimensões da seção transversal das peças em argamassa armada

peça na extremidade deixada livre das barras de aço da armadura principal das peças verticais. Depois de montadas no local, as peças são então armadas longitudinalmente no interior do seu nicho superior e, em seguida, concretadas para se tornarem "contínuas".

| _ 3 j OBSERVAÇÕES FEITAS NO LOCAL

Um trecho de uma das paredes do canal em construção tombou para dentro do leito do rio ao longo de aproximadamente 20 m de comprimento, acidente ocorrido por ocasião da incidência de •fortes chuvas no local. As peças verticais da parede que desmoronou mantiveram sua integrida-de, girando em torno do nó da estrutura (fotos 4 e 5).

As peças de argamassa armada têm espessura pequena, da ordem de 30 mm, e apresen-tam de modo general izado insuficiência de cobr imento da armadura e danos causados na argamassa por choques sofridos durante as operações de manuseio, transporte e montagem (foto 6). Algumas peças depositadas nas proximidades do canteiro de obra apresentam graves defeitos de fabricação (foto 7).

As juntas verticais existentes entre os módulos consecutivos são abertas, dotadas de uma banda de filtro geotêxtil do lado do terreno e numerosas juntas já estão sendo tomadas por arbustos em pleno crescimento (foto 8).

A estrutura está em contato direto com o solo e com as águas do rio poluídas por lixo, detritos e esgoto, encontrando-se portanto num microambiente muito agressivo. Um assoreamento intenso e prematuro já se faz notar no fundo do canal (ver foto 9).

A armação instalada no nicho superior da peça de coroamento das paredes é constituída por quatro barras de aço nervurado com diâmetro D =12,5 mm, estando o concreto executado no local com mau aspecto. As emendas por justaposição destas barras romperam-se no momento do colapso da estrutura (foto 10).

Foto 4

Trecho desmoronado da estrutura do canal do rio Bom Pastor

Fo to 5

Detalhe da parede tombada para dentro do leito do rio Bom Pastor

Foto 6

Face das peças de parede voltada para o lado do terreno, com armaduras sem cobrimento adequado e com danos causados por manuseio, transporte e montagem

Foto 7

A face inferior de uma peça de fundo com grave defeito de fabricação encontrada no canteiro da obra

Foto 8

O concreto lançado na peça de coroamento das paredes apresenta má qualidade devido às dificuldades de execução

Foto 9

As águas do rio são fortemente poluídas pelo despejo de esgoto, lixo e detritos

Fo to 10

Detalhe do concreto armado de má qualidade lançado no nicho superior das peças de coroamento das paredes

S s s i n á S ;

Foto 11

Detalhe da base da peça vertical mostrando as barras de aço D=10,0 m m da sua armação principal.

Foto 12

Na fábrica de Belford Roxo um operário pisa sobre a armadura de peça horizontal durante a concretagem, na vã tentativa de garantir o seu cobrimento

Foto 13

Detalhe da extremidade da peça de fundo com o dispositivo para encaixe da peça vertical

I 4 1 DEFINIÇÃO DO MATERIAL ARGAMASSA ARMADA Em novembro de 1989, a ABNT-Associação Brasileira de Normas Técnicas publicou a norma

NB-1259 Projeto e execução de argamassa armada Alguns conceitos e recomendações relacionados com a definição do material e com as exigências de durabilidade são abordados a seguir.

No item "Definições" consta na norma: "3.2 Argamassa Mistura homogênea composta de cimento Portland, agregado miúdo e água, podendo even-

tualmente conter adições e aditivos que melhorem suas propriedades."

"3.4 Peça em argamassa armada Aquela de pequena espessura, composta de argamassa e armadura de telas de aço de

malhas de abertura limitada, distribuída em toda a seção transversal. Nota: considera-se como peça de pequena espessura aquela em que essa dimensão não

ultrapasse o valor convencional de 40 mm."

Quanto à proteção da armadura, consta no item 4.3.3.2.4: "a) Cobrimento: a espessura nominal do cobrimento, respeitadas as tolerâncias de execu-ção especificadas em 4.5.3, não deve ser inferior a: 4 mm, no caso de peças em ambientes protegidos; 6 mm, no caso de peças em ambientes não protegidos; b) Medidas especiais: no caso de peças em ambientes agressivos, devem ser tomadas medidas especiais de proteção."

As tolerâncias especificadas no item 4.5.3 são: "4.5.3.2 Na espessura, a tolerância máxima admitida é de ± 3 mm, não excedendo 10% da

espessura total da peça. 4.5.3.3 No cobrimento da armadura toleram-se variações de ± 2 mm." Quanto às armaduras, têm-se as recomendações: "4.4.2.1.4 No caso de telas de fio de aço, o diâmetro dos fios não deve ser inferior a 0,56 mm,

nem superior a 3,0 mm. 4.4.2.1.5 No caso de telas de aço expandidas, a espessura das lâminas não deve ser

inferior a 0,30 mm, nem superior a 1,60 mm. 4.4.2.1.6 A maior dimensão das malhas das telas de aço empregadas em argamassa

armada não deve ser superior a: a) 50 mm no caso de telas de aço soldadas. b) 25 mm no caso de telas de aço tecidas. c) 38 mm no caso de telas de aço expandidas."

RELATORIO SERLA "OBRAS DE CONTENÇÃO DE MARGENS DE RIOS E A ARGAMASSA ARMADA"

Em 1987, a engenheira Anna Margarida Maria da Costa Couto e Fonseca, então diretora da Divisão de Solos e Estruturas da Serla-Superintendência Estadual de Rios e Lagoas da Secretaria de Obras e Meio Ambiente do Estado do Rio de Janeiro, foi solicitada a examinar a conveniência do emprego da argamassa armada como revestimento estrutural de cursos d'água na Baixada Fluminense e em São Gonçalo. Após estudar o assunto, Anna Margarida fez um estudo compara-tivo dos diversos tipos de estruturas utilizados pela Seria para a canalização de rios e elaborou o relatório "Obras de Contenção de Margens de Rios e a Argamassa Armada" | 2 ] , cujas principais assertivas estão resumidas a seguir:

Os projetos devem ser adequados a cada local, considerando a ocupação das margens e o tipo de solo ocorrente, atendendo às exigências de economia e de durabilidade. A estabilidade da obra será garantida pelo respeito aos fatores de segurança inerentes a cada tipo de estrutura. A dura-bilidade dependerá da resistência dos materiais quanto à agressividade química e biológica das águas, em geral muito poluídas. Nas estruturas em concreto armado, o concreto deve ser execu-tado com fator água-cimento o mais baixo possível para apresentar a máxima densidade e, se necessário, devem ser utilizados cimentos especiais e aditivos. O cobrimento mínimo da armadu-ra recomendado pelas diversas normas é de 40 mm. As estruturas devem possuir um mínimo de massa para terem inércia suficiente para resistir ao impacto direto de cargas e do trânsito das máquinas utilizadas na limpeza dos cursos d'água.

No caso dos canais abertos de seção retangular com estrutura em forma de "U" de concreto armado, os fatores de segurança são:

• pressão admissível no terreno de fundação; • consideração do efeito de subpressão no caso de deficiência de drenagem; • dimensionamento das armaduras, principalmente quanto ao momento fletor nos nós.

A hipótese de carregamento que prepondera no cálculo dos esforços para o dimensionamento da estrutura corresponde ao empuxo de terra atuando horizontalmente nas paredes verticais, estando o canal vazio e as margens suportando uma carga variável vertical e uniforme, confor-me mostra a figura 3.

q (CARGA VARIÁVEL)

Fig. 3

Carregamento principal na estrutura (canal vazio com carga variável nas margens)

? 1 T ! ? 1 í T t t í f » » -

A —— £

/ •

_ B _ B

*

A estrutura em "U", constituída por peças pré-fabricadas de argamassa armada utilizada como revestimento estrutural de curso d'água, deve resistir aos mesmos carregamentos indicados aci-ma.

As principais vantagens deste sistema são o pequeno peso das peças, facilitando o manuseio e a montagem sem necessidade de maquinário, e a possibilidade de execução mais rápida da obra. Entretanto, alguns problemas técnicos foram observados:

a) deficiência na materialização do engaste por encunhamento da peça da parede na peça do fundo: sem o engastamento, a estrutura se transforma em mecanismo instável;

b) deficiência quanto à durabil idade, pois as peças não apresentam cobrimento adequado à proteção das armaduras contra a corrosão;

c) não foi apresentada metodologia de cálculo da estabilidade interna das peças; d) falha quanto à d renagem interna do terreno marginal, porque os geotêxteis de f i lamentos

mult id i recionados são adequados como fi ltro para mater iais granulosos mas no caso de solos arg i losos pode haver co lmatação progressiva por mater ial ferroso, sendo necessár io prever uma camada de material granuloso entre o solo e a manta para garantir a ef iciência do funcio-namento do fi ltro;

e) o alto teor de cimento na argamassa pode causar microíissuração interna por retração, provocando tensões internas com diminuição da resistência e facilitando a corrosão das arma-duras.

Nas conclusões do relatório consta que as peças de argamassa armada, empregadas em estru-turas de canais com altura de margem superior a 1,0 m, não estão dimensionadas para resistir aos esforços a que estão submetidas e não apresentam durabilidade por falta de resistência aos choques das máquinas utilizadas na limpeza de rios e canais, por deterioração do material em face da agressividade das águas e pelo aumento da pressão hidrostática nas paredes causado pela diminuição, ao longo do tempo, da eficiência da drenagem interna.

O relatório fotográfico que ilustra o trabalho, realizado em junho de 1987, mostra os problemas ocorridos com uma canalização em Vilar dos Teles, todos semelhantes aos ocorridos com a estru-tura do canal do rio Bom Pastor.

AVALIAÇÃO DO DIMENSIONAMENTO DA SEÇÃO DO NÓ Considerando o empuxo de um solo não coesivo (c=0) com ângulo de atrito interno de 30° e

peso específico de 18 kN/m3, com a atuação de uma carga variável de 10 kN/m2 na superfície do terreno, os valores característicos dos esforços na seção do nó para 0,45 m de comprimento de canal (largura das peças pré-fabricadas) são:

Momento fletor : Mk = 6,59 kNm Cortante :Vk = 8,39 kN

Considerando aço da categoria CA50 e fck=20 MPa (valor presumido), o dimensionamento à flexão conduz aos seguintes resultados:

• para a área de armadura tracionada na peça vertical da parede (ver figura 4) As = 1,14 cm2 (menor do que As.exist = 1,57 cm2)

MF DETALHE DA ARMADURA

Dimensionamento da peça da parede

COTAS EM cm

r »

19

IO

]• 2 0 !

o CM 8

201 Omm

COBRIMENTO (mm)

• no caso da peça horizontal do fundo o momento fletor comprime a alma (ver figura 5 ) , o que resulta na necessidade de armadura dupla, sendo:

As' = 1,14 cm2 (comprimida) As = 1,30 cm2 (tracionada)

COTAS EM cm

Fig. 5

Dimensionamento da peça do fundo

MF

ZONA COMPRIMIDA

I

C=T

M F - C x Z

i C V

Atuação do momento fletor MF nas peças de argamassa armada

Os fios da malha de aço dispostos em posição vertical na alma da peça de fundo não envolvem as barras comprimidas de modo a evitar sua f lambagem lateral.

A armadura de cisalhamento calculada para a alma da peça vertical é da ordem de 1,34 cm2/m, sendo a tensão cisalhante de cálculo de aproximadamente 2 MPa.

CONCLUSÕES O colapso da estrutura de canalização do rio Bom Pastor ocorreu devido ao empuxo d'água das

chuvas atuando de fora para dentro do canal e pode ser explicado pela ineficiência da ligação, feita através de simples encaixe apertado por cunhas de alumínio, das peças verticais nas horizontais.

Para evitar o desmoronamento do restante da estrutura, foram instaladas escoras no topo do canal, provisórias de madeira ou definitivas de argamassa armada.

A definição do "material argamassa armada", constante da norma NB-1259, exige que as peças tenham pequena espessura (até 40 mm) e que sejam armadas de maneira difusa, ou seja, a armadura deverá ser constituída por fios de aço de pequeno diâmetro (até 3,0 mm) ou por lâminas de aço de pequena espessura (até 1,6 mm) e distribuídas ao longo de toda a seção transversal da peça. Em conseqüência desta definição, o material argamassa armada não é adequado, do ponto de vista técnico, para resistir aos esforços de flexão e de cisalhamento que solicitam as vigas e as lajes das estruturas típicas de concreto armado, porque será necessário concentrar armaduras de aço com diâmetro muito superior a 3,0 mm em posições de máxima excentricidade na seção transversal da peça, conforme mostra a figura 6.

Como o cobrimento adotado nas peças de argamassa armada é da ordem de 5 mm, muito abaixo dos valores especificados para o concreto armado, a durabilidade da obra estará seria-mente comprometida pela facilidade de corrosão das armaduras. Não há controle de qualidade que permita garantir ao longo de toda a peça uma espessura de cobrimento de apenas alguns milímetros, daí a obrigatoriedade de considerar o acréscimo do valor da tolerância na espessura final do cobrimento. Os valores pequenos especificados na NB-1259 para o cobrimento da armadu-ra nas peças de argamassa armada se referem aos casos de ambiente não agressivo e devem ser acrescidos das tolerâncias de execução, senão serão insuficientes para assegurar a proteção das armaduras contra a corrosão.

Apesar das críticas que formulei publicamente quanto ao emprego inadequado da arga-massa armada, através de diversas entrevistas apresentadas na mídia, atendendo à solicita-ção da reportagem de jornais, rádio e televisão decorrentes da publicação dos meus artigos no meio técnico, este emprego desastroso da argamassa armada prosseguiu ainda por alguns anos. Estes artigos técnicos foram publicados no Jornal da Abraco-Associação Brasileira de Corrosão em 1991131 e no Jornal da Seaerj-Sociedade dos Engenheiros e Arquitetos do Estado do Rio de Janeiro em 1991141 e em 1993t5). Mas em face dos sucessivos desmoronamentos ocorridos nas estruturas de canalização de alguns rios em argamassa armada, não foi mais possível insistir no uso desta solução, tendo a fábrica de Belford Roxo sido desativada.

É importante assinalar que a adoção desta solução não foi submetida à aprovação da Divisão de Estruturas da Secretaria Municipal de Obras e Serviços Públicos, da qual eu era diretor na época, e não foi aprovada pelo Serviço de Solos e Estruturas da Seria, graças sobretudo à compe-tência profissional e ao zelo funcional da engenheira Anna Margarida Maria da Costa Couto e Fonseca, minha prezada colega do serviço público que infelizmente faleceu de modo prematuro no dia 11 de julho de 1993.

AGRADECIMENTOS

Agradeço ao amigo Antonio Corrêa Mattos por ter desenhado as figuras que ilustram este relato técnico referente ao acidente com o canal do rio Bom Pastor, descoberto por acaso justa-mente no curso de uma vistoria em que, como em inúmeras outras oportunidades, ele estava presente para ajudar no que fosse necessário, sempre com boa vontade e muito interessado em adquirir novos conhecimentos técnicos relacionados com o exercício de sua profissão de dese-nhista de estruturas em concreto.

•

BIBLIOGRAFIA

1. Associação Brasileira de Normas Técnicas. (1989). Projeto e execução de argamassa armada- NB-1259,

ABNT. Rio de Janeiro. Brasil.

2 . Fonseca AMMCC, Obras de Contenção de Margens de Rios e a Argamassa Armada. Seria, (1987), Rio de

Janeiro, Brasil, 44 páginas.

3 . Lima NA. A Durabilidade das Estruturas de Concreto, Jornal da Abraço, fout/nov/dez/91), Rio de Janeiro. Brasil,

páginas 4. 5 e 6.

4 . Lima NA, O uso inadequado da argamassa armada resulta em estruturas sujeitas à deterioração prematura por

corrosão das armaduras. Jornal da Seaerj, (nov/91), Rio de Janeiro, Brasil, páginas 4 e 5.

5. Lima NA. Durabilidade e Robustez das Estruturas de Concreto e de Argamassa Armada, Jornal da Seaerj.

(mar/93), Rio de Janeiro, Brasil, páginas 6 e 7.

A IMPORTÂNCIA DA CORRETA CONSIDERAÇÃO DO PESO PRÓPRIO NO PROJETO DE ESTRUTURAS

ARTHUR EUGÊNIO JERMANN F.ng. Civil, Consultor, Professor Aposentado da L'1'RJ, Ul-T c PUC - R|

R O B E R T O P O S S O L L O J E R M A N N Hng. Civil, M.Sc., Professor Adjunto da UI ;I ?

I 1 l INTRODUÇÃO A excessiva confiança que alguns engenheiros construtores e mestres-de-obra depositam em

sua experiência e competência profissional pode vir a se tornar bastante perigosa, principalmen-te quando se trata da execução de empreendimentos de grande porte.

O relato que segue diz respeito a uma obra situada no Nordeste do país, constituída por uma estrutura em arco, de grande vão, em que a retirada prematura do escoramento, pelos motivos anter iormente mencionados, quase acarreta um grave acidente, e que poderia ter acontecido, na realidade, por uma falha ocorrida ainda na fase de projeto.

• APRESENTAÇÃO DO PROBLEMA O empreendimento em questão é composto por dois armazéns geminados, em cobertura

curva, cada um com vão livre de 74 metros e 29 metros de pé-direito, possuindo uma extensão total de 186 metros, conforme ilustrado na foto 1.

Foto 1

Vista geral de empreend imento similar (fonte: Catá logo ABCI]

A est ru tura de cada arco era const i tu ída por segmen tos p ré -mo ldados (ver f igura 1) apo iados prov isor iamente por um escoramento tubular provido de rodízios, espec ia lmente pro je tado para poder ser des locado com faci l idade e incrementar a ve loc idade execut iva da obra . Estes segmentos pré-moldados eram co locados sobre o escoramento , em obed iênc ia a um gabar i to de ta lhado pelo projeto estrutural , sendo em seguida executadas, " in loco", as luvas de concre tagem entre os d iversos e lementos, const i tu indo-se então a estrutura f inal em arco.

Faz-se importante mencionar que em sua fase inicial de func ionamento os arcos foram projetados como tr iar t iculados (isostáticos, portanto,) para melhor acomodarem as deforma-ções e conseqüentes esforços prel iminares devidos à atuação do peso própr io (a exemplo dos procedimentos adotados pelo engenheiro Emíl io Baumgar t na autor ia de importantes e pioneiros projetos de pontes e outras estruturas em arco).

CONCRETAGEM LOCAL CONCREIAGEM POSTERIOR PARA

armação de transição da'rótula

Esquema geral da estrutura dos arcos e detalhe de rótula

DETALHE DAS (RÓTULAS (TIPO MESNAGER)

A filosofia executiva previa, função dos escoramentos rolantes projetados, a confecção dos arcos aos pares, após ter-se construído independentemente o arco da empena, o qual apoia-va-se em inúmeros pilares, conforme se pode observar na representação esquemática ilustrada pela figura 2.

Executados inicialmente os três arcos adjacentes e colocadas as placas pré-moldadas de cobertura, o comportamento do arco mais próximo da empena (o central) estava em condições de ser testado, pois já contava, praticamente, com a carga total de projeto, uma vez que supor-tava as placas de cobertura de ambos os lados.

A orientação recebida pelo engenheiro chefe da obra, por parte do projetista estrutural, era de que deveria ser proporcionado um afrouxamento do escoramento, antes de sua total retira-da, para se poder verificar o comportamento geral da estrutura com tal envergadura.

Afrouxado o escoramento, verificou-se que os arcos teimavam em permanecer apoiados no mesmo.

O engenheiro chefe da obra, que possuía muita "tarimba" profissional, depositando total confiança em seu trabalho e no de seus comandados, deu ordem para se abaixar ao máximo o escoramento, deslocando-o em seguida. Naquele momento, provavelmente, não lhe passava sequer pela cabeça poder ter havido uma falha de projeto. Atônito, verificou que os arcos se deformavam, embarrigando perigosamente!

Rapidamente, informou então aos proprietários da empresa construtora a anomalia, que prontamente contataram a firma de projeto, na qual o primeiro autor é consultor, comunicando-Ihe a ocorrência. Este solicitou que fosse imediatamente reposto o escoramento dos arcos e que se aguardasse sua chegada para análise conjunta do problema.

Chegando-se ao local e tomando-se conhecimento detalhado do que havia acontecido, recomendou-se manter os arcos escorados até se poder analisar todas as possíveis causas do comportamento anômalo apresentado pela estrutura.

Analisado o projeto do arco, verificou-se que o projetista havia considerado em seus cál-culos uma carga uniformemente distribuída, como mostrado na figura 3, em que o valor contemplava, corretamente, a intensidade do carregamento, apenas para a seção central do vão. Não havia sido levado em conta, portanto, o acréscimo de carga correspondente à cur-vatura do arco, que, na realidade, estaria sujeitando-se a um carregamento com o aspecto indicado na figura 4.

1 ' 1 1 1 1 1

Carregamento inicialmente considerado no arco

Como as coordenadas originais dos eixos dos arcos haviam sido determinadas baseando-se no carregamento uniforme, as mesmas tiveram que ser recalculadas à luz do carregamento correto. Comparadas às anteriores, verificou-se que a curvatura de cada elemento pré-moldado não sofria variação sensível e que estes elementos poderiam ser integralmente aproveitados. Todas as armaduras, inicialmente adotadas nas peças pré-moldadas e nas rótulas (ver figura 1), não sofriam majoração apreciável, permitindo que, desta forma, tais elementos fossem de fato utilizados, em atendimento à nova geometria.

Para se conduzir o eixo de um arco à sua nova posição bastaria se cortar o concreto execu-tado no local (luvas), reposicionando-o de acordo com as novas coordenadas, calculadas e enviadas para a obra, procedendo-se em seguida a outras concretagens "in loco".

Agindo-se desta maneira, conseguiu-se controlar de forma satisfatória o problema das de-formações ocorridas, obtendo-se pleno êxito executivo no restante da construção.

3 CONCLUSOES Acredita-se que os fatos anteriormente descritos encerram mensagens importantes tanto

para projetistas quanto para construtores. Aos primeiros pelo fato de que, em determinadas circunstâncias (obras de vulto e/ou pionei-

ras), não cabem simplificações de cálculo muitas vezes adotadas em pequenos projetos. No presente caso, além de se ter uma estrutura de grande vão e sistema construtivo ainda bas-tante recente no país, deparava-se com um arco não muito abatido, impondo-se, portanto, a correta consideração de seu peso próprio e das placas de cobertura, que nele se apoiavam.

Aos construtores, mesmo os mais experientes, que advoguem sempre a prudência em suas metodologias construtivas, não permitindo que a vaidade ou o orgulho profissional furte-lhes a visão da segurança do empreendimento como um todo (meios e fins). Na situação explanada, o engenheiro construtor não precisaria ter corrido o enorme risco que correu ao ordenar a retirada total do escoramento. Se em tal momento tivesse vislumbrado a possibilidade do erro existir, não em seus próprios procedimentos, mas sim nos de outros, certamente não teria do que se arrepender ou sofrer críticas.

A história tem demonstrado através dos anos que grandes ensinamentos advêm dos erros cometidos, com ou sem graves conseqüências, e quão grande sao em geral os homens que possuem a humildade de admitir suas próprias falhas, de forma a corrigi-las ainda a tempo de evitar um prejuízo maior. Na realidade o reconhecimento do erro torna-se uma grande virtude no atalho que se toma rumo a uma pretensa perfeição.

BIBLIOGRAFIA 1. Associação Brasileira da Construção Industrial izada. Manual Técnico de Pré-Fabricados de Concreto.

São Paulo. 1987.

O COLAPSO DE UM SILO DE AÇO PARA ARMAZENAMENTO DE CLÍNQUER

PAULO ALCIDES ANDRADE Eng" Civil Industrial, lecionou durante dez anos a Cadeira de Estruturas Metálicas na Escola de Engenharia Mackenzie,

Diretor da Progcsim-Nova l :rcntc Engenharia de Estruturas Metálicas. Consultor e Projetista de Estruturas Metálicas

L U INTRODUÇÃO Ao se relatar este caso, deseja-se apenas focalizar a importância da verificação de todos os

detalhes de um projeto, em todas as suas etapas, sejam elas na prancheta (ou atualmente no CAD) ou nas diversas fases de execução da obra. No caso das construções metálicas esta atenção aos detalhes torna-se extremamente importante. Por ser um sistema tipicamente in-dustrializado. até chegar à entrega da obra a construção metálica passa por diversas fases, nas quais as atenções e verificações devem ser acuradas.

O pro je t i s ta -ca lcu l i s ta deve ter mui ta a tenção no cá lcu lo das ca rgas a tuan tes e no d imensionamento das seções e dos sistemas de ligação. Compete a ele traduzir o projeto básico, executando todos os detalhes necessários à fabricação dos elementos estruturais, verif icando sua conformidade com os dados do calculista e com as normas de desenho, con-venções e anotações. O responsável pela execução ou fabricação das estruturas e sua equi-pe devem verificar esta conformidade e alertar quando algo lhe parecer irregular. Finalmente, o responsável pela montagem, além de executá-la de acordo com as instruções recebidas da fábrica e com os desenhos e informações do projeto, deve ainda acusar qualquer sentimento de situação anômala.

A obra chega a um bom final quando todos estão atentos e trabalham como uma orquestra bem afinada. Apesar de cada um tocar um instrumento diferente, se um desafinar chama a atenção do outro.

O caso em questão trata da construção de dois silos com estrutura de aço para armazena-mento de clínquer, matéria-prima para a produção de cimento.

O cliente, uma conhecida empresa estatal, estava em 1975 voltado para a construção de uma série de barragens para usinas hidroelétricas ao longo do rio Tietê, em São Paulo. Como o consumo de cimento seria muito grande, houve necessidade de instalar uma usina própria para atender às obras, com a conseqüente construção de grandes silos para armazenamento dos materiais componentes do concreto. Considerando o número de barragens a serem construídas, o cliente tinha uma exigência básica: os silos deveriam ser desmontáveis e remontáveis, para que, quando terminada a construção da primeira barragem, os mesmos pudessem ser transferi-dos para a segunda, e assim sucessivamente.

I 2 | DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA Para permitir o seu reaproveitamento, os silos deveriam ser totalmente parafusados, não

somente nas estruturas de suporte (colunas e complementos), mas especialmente no próprio corpo do silo, constituído por chapas formando uma parte cilíndrica vertical central e duas partes cônicas, uma no fundo e outra na cobertura do silo.

Não será necessário ressaltar a necessidade de precisão dos desenhos de execução, que localizavam quase 20 mil furações a serem feitas nas chapas, para coincidirem entre si, e receberem os parafusos de ligação, l igando chapas sobrepostas. Se isso já não era simples no corpo cilíndrico, pode-se imaginar a complexidade para as partes cônicas. Cumpre notar que na época dessa obra não se contava com os modernos equipamentos e programas de informática (AutoCad, Windows). Os desenhos eram executados na prancheta, uti l izando-se

lápis ou nanquim, régua e compasso. No máximo os desenhistas eram auxiliados por um tecnígrafo e uma calculadora elétrica. Não obstante, o dimensionamento foi perfeito e todos os furos resultaram coincidentes e permitiram a montagem sem problemas.

As principais características da estrutura dos silos, mostradas na figura 1, são as seguintes:

O sistema de sustentação é formado por seis colunas em perfis I, com altura de 9,40 m do piso até a interseção do cone inferior com o cilindro.

O sistema de contravento para estabilidade do conjunto é constituído por um cintamento poligonal em perfis I laminados, aproximadamente a 1/3 da altura, e por contraventos em cantoneiras cruzadas, parafusadas em chapas fixadas nos eixos das colunas e abrangendo 2/3 da altura superior das colunas.

Os acessórios necessários para a operação do silo são: as escadas de marinheiro para acesso à boca de visita no cone superior, a tubulação de carregamento e o flange de descar-ga no vértice do cone inferior.

O cilindro é constituído por oito faixas de chapas com 1,20 m de altura e 4 m de compri-mento cada uma, curvadas em calandras, com raio de 4,5 m. Todas as chapas têm suas bordas horizontais sobrepostas para serem emendadas e são unidas por cobrejuntas no sentido vertical.

O cálculo determinou parafusos de Vz com espaçamento de 100 mm entre eixos e furos para todas as emendas das chapas do cilindro, o mesmo processo tendo sido utilizado para as emen-das das chapas dos cones.

Na transição entre o cone inferior e o corpo cilíndrico foi projetado um anel circular em chapas reforçadas por nervuras, o qual se apóia no topo das colunas em seu centro de gravida-de, recebendo as reações das paredes do cilindro e as ligações das chapas do cone inferior. Os parafusos de ligação do cone inferior com o citado anel foram calculados para distribuir toda a carga proveniente do silo carregado, uma vez que não se poderia contar com o atrito do material nas paredes do cilindro. Em conseqüência, estes parafusos foram previstos com diâmetro de (S = 2,85 cm2 ou cerca de 125% maior do que a seção dos parafusos de W , com 1,27 cm2). Assim constou no relatório de cálculo e nos desenhos do projeto básico.

Os dois silos estavam totalmente montados e a unidade começara a entrar em operação. Um dos silos foi carregado com cerca de 60% de capacidade e no outro foi completado o enchimento a 100%. Em certo momento, numa seqüência rápida e ruidosa, o fundo cônico do silo cheio se desprendeu totalmente do anel que se apoiava sobre as colunas, caindo praticamente inteiro, rompendo-se e amassando-se quando atingiu o solo (ver foto 1). Concomitantemente, o material pulverulento caiu, desprendendo-se do cilindro. Um efeito de pistão criou vácuo interno dentro do cone e danificou toda a parede do silo (ver fotos 2 e 3). No entanto, o cilindro, mesmo defor-mado, não se soltou do anel de sustentação. O cone superior continuou intacto, apenas se amas-

Diâmetro do corpo cilíndrico Altura do corpo cilíndrico Altura do cone superior (tampa) Altura do cone inferior (de descarga) Altura da boca de descarga no vértice do cone inferior Altura total de cada conjunto Volume do silo Densidade do clínquer Capacidade do silo

9,00 m 9,11 m 3,57 m 5,40 m 4,00 m 22,08 m 770 m3

1,3 t/m3

1.000 t

3 O ACIDENTE

Foto 1

Foto 2

Os dois silos, vendo-se em segundo plano o silo acidentado. Notar que só o fundo caiu, tendo o corpo superior permanecido fixado no anel, amassado e enrugado por efeito de sucção interna

O amassamento da parede do cilindro, enrugado pela sucção

sando quando repuxado pelo cilindro que desabou (ver fotos 4 e 5). Os parafusos que ligavam as chapas do cilindro e do cone superior não se quebraram. O conjunto todo não se rompeu, mas ficou totalmente amassado, encolhendo e enrugando por efeito da sucção provocada pelo movi-mento do material que, ao cair, provocou o vácuo interno.

I 4 | A ANÁLISE DO PROBLEMA Surpreendida pela ocorrência, tão logo soube do fato, mesmo ainda sem maiores detalhes,

toda a equipe técnica responsável pela empresa fabricante e montadora dos silos passou a pesquisar as possíveis razões do acidente.

Foram examinados os cálculos estruturais que estavam totalmente corretos.

Foto 3

Parede do cilindro amassada. Notar os dois parafusos rompidos

Foto 4

Vista do cone superior amassado

Foto 5

O cone superior f icou amassado mas não sofreu ruptura. Notar que o anel e as colunas estão intactos

Foram pesquisados os materiais empregados e as dimensões das chapas e dos perfis, e tudo estava em perfeita conformidade com o projeto. Em certo momento, surpreendentemente, ao serem examinados os desenhos de detalhes e as respectivas anotações e listas de materiais, verificou-se uma grave ocorrência: por um engano, o desenhista, em vez de escrever "parafusos de A 325" para designar os parafusos da ligação do cone inferior com o anel, escreveu para-fusos de Vz" iguais para todas as ligações, valor que estava especificado somente para as liga-ções das chapas do cilindro e dos cones.

O incrível nesse caso foi que a falta desta necessária anotação passou desapercebida pelo calculista que examinou o desenho. Passou normalmente pelo setor de fabricação, que obe-decendo ao desenho e às listas de materiais, executou toda a furação das chapas para para-fusos de V i \ Como se tratava de milhares de furos, os poucos furos que deveriam ser de W e que correspondiam a cerca de 10% apenas do total, passaram desapercebidos, sem causar estranheza ao pessoal, apesar de sua prática. Na montagem, apesar também da experiência da equipe montadora, como o anel t inha três fileiras de parafusos, não foi posto em dúvida ou questionado se os desenhos estariam enganados. Para eles, tudo era parafuso de V i \

O acidente foi imediatamente levado ao conhecimento da direção da empresa cliente. A empresa executora dos silos, reconhecendo sua responsabil idade, imediatamente se prontificou a reparar os mesmos, de início construindo um novo silo para substituir o silo acidentado, com aplicação dos parafusos corretos. No silo que não havia caído foi preciso desmontar toda a estrutura, pois para a furação de W o espaçamento existente era inconveniente, tendo sido por tanto necessár io reconstru i r o ane l para permit i r nova furação. O si lo ac iden tado foi sucateado.

L U CONCLUSOES O presente caso mais uma vez mostra a importância de um pequeno detalhe (a falta de

anotação correta no corpo do desenho original, por falha humana). Mostra também a necessida-de da cuidadosa verificação de todos os pontos do projeto, e o cuidado que se deverá ter espe-cialmente com as "exceções". No caso, num total de cerca de 8.000 parafusos, apenas cerca de 800 não seriam de Vz", mas esses 10% eram os responsáveis para suportar toda a carga vertical do material. E este detalhe não foi percebido por uma série de pessoas, engenheiros, projetistas, desenhistas e executores, todos eles competentes e experientes, mas que não viram "o pequeno engano" do desenhista que executou o desenho de detalhe. Cumpre notar que em todo o resto da construção não se encontrou defeito. As colunas continuaram perfeitas, o anel não se deformou, as chapas não se soltaram, apenas se amassaram como um conjunto homogêneo. Salvo o erro de diâmetro para essa minoria de parafusos, todo o projeto estava perfeito.

Esse engano do desenhista, que puxou a linha das responsabilidades, certamente foi involuntário, e apenas lhe causou um grande constrangimento. Os demais envolvidos no processo tiveram a justificativa de que obedeciam ao desenho e, portanto, apenas se solidarizavam com os constran-gimentos.

No final da linha, o responsável final, diretor e proprietário da empresa, arcou com todos os prejuízos. Os prejuízos materiais, pela reconstrução do silo, pela indenização dos materiais perdi-dos e ainda pelos lucros cessantes causados em função da falta do equipamento necessário à obra. Mas talvez pior do que isso, arcou com o prejuízo moral de ter sua empresa causado tantos aborrecimentos e inconvenientes ao cliente. Esse, devidamente ressarcido, exteriorizou sua "com-preensão" pelo ocorrido e apresentou seus "agradecimentos pelas providências da empresa".

Mais uma vez, repetimos, uma simples falta pode ocasionar um grande desastre. A simples falta de anotação num desenho, portanto um simples detalhe, foi o estopim de um desastre com todas as suas conseqüências, mas que felizmente não causou vítimas pessoais.

O autor do presente relato viveu esse problema pessoalmente, como diretor e proprietário da empresa fornecedora dos silos.

ACIDENTES POR FALTA DE DURABILIDADE E DE ROBUSTEZ COM ABRIGOS DE ARGAMASSA ARMADA

EM PONTOS DE ÔNIBUS NELSON ARAÚJO LIMA

llngenheito c Diretor tia Divisão dc Estruturas cia Secretaria de Obras c Serviços Públicos da Prefeitura tia Cidade tio Rio dc Janeiro (1963 a I9K8)

ALBINO JOAQUIM PIMENTA DA CUNHA Msc, l:.ng" Civil, Professor Assistente da Faculdade de língenharia da Universidade do listado do Rio de (anciro

• INTRODUÇÃO A argamassa armada vem sendo difundida em vários países nas últimas décadas e é normalmen-

te utilizada em peças de pequena espessura, cujo comportamento principal é o de casca ou chapa. As pequenas espessuras permitem executar peças leves que podem ser transportadas manualmen-te, ideais para a pré-fabricação de estruturas situadas em locais de difícil acesso ou com pouco espaço disponível para a movimentação de máquinas e de equipamentos de montagem.

A primeira vez que examinamos um abrigo para ponto de ônibus construído em argamassa armada ocorreu em 1985, quando visitamos a chamada "Fábrica de Escolas", usina de pré-fabricação de peças de argamassa armada em funcionamento na Avenida Presidente Vargas, principal via de acesso à área central da cidade do Rio de Janeiro.

Ao longo dos anos que se seguiram várias centenas deste tipo de abrigo foram instaladas na cidade e, ao vistoriar algumas dezenas destas estruturas, pudemos verificar que a corro-são das armaduras estava provocando sua deterioração prematura.

Quanto à estética, não há o que questionar pois os abrigos dão uma sensação de leveza bastante agradável visualmente (ver figura 1). Sob os pontos de vista estrutural e funcional, no entanto, eles possuem uma série de inconvenientes, descritos em seguida.

No fim da tarde do dia 4 de dezembro de 1992 dois abrigos da Praça Barão de Drummond, no bairro de Vila Isabel, foram derrubados pelo impacto do espelho retrovisor da lateral direita de um ônibus que se aproximou demasiadamente do meio-fio ao estacionar no seu ponto de parada. O abrigo que recebeu diretamente o impacto desmoronou de modo imediato, mas fel izmente não causou vít imas pois sua cobertura permaneceu apoiada parte no ônibus e parte no abrigo vizinho que, com o choque também ficou inutilizado. O ônibus sofreu pequenas avarias e continuou circulando normalmente.

Nas numerosas vistorias encontramos em vários locais da cidade restos de abrigos destruídos ou seriamente avariados.

I 2 l DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DO ABRIGO Como não foi possível obter os desenhos e a Memória de Cálculo do projeto estrutural do abrigo

para ponto de ônibus, a descrição da estrutura será feita de modo aproximado com base nas medições e nas observações feitas no curso das vistorias realizadas (ver figura i ) .

A estrutura do abrigo é formada por duas peças pré-fabricadas em argamassa armada: a) uma cobertura em forma de marquise retangular medindo em planta 2,0 m de largura por

4,2 m de comprimento, formada por um tubo cilíndrico vazado com 3,5 cm de espessura e 32 cm de diâmetro externo, dotado de dois pinos, no qual se engastam oito nervuras invertidas, de altura variável de 2,5 cm no bordo livre para 30 cm no engaste e de espessura constante igual a 2,5 cm, que por sua vez apoiam sete painéis de laje contínuos e com 2,5 cm de espessura;

b) um pilar com 2,0 m de altura e de seção transversal com o formato de um "E", dotado no seu topo de uma garra circular com dois orifícios de seção quadrada.

A marquise é "engastada" no topo do pilar por meio do encaixe dos pinos do cilindro nos orifícios da garra do pilar, o aperto desta ligação sendo feito por meio da introdução de cunhas metálicas.

CORTE TRANSVERSAL VISTA SUPERIOR

Fôrma esquemát i ca do abr igo e m a rgamassa a r m a d a

200

colas em cm

LUMINÁRIA i %

OBSERVAÇÕES FEITAS NAS VISTORIAS

3.1) Deterioração prematura Ao examinar as estruturas verificamos uma insuficiência generalizada de cobrimento da armadu-

ra e o emprego de barras de aço de diâmetro grosso (de 10 a 12,5 mm) em peças de espessura da ordem de 30 mm (foto 1). A fissuração e o descolamento de argamassa de cobrimento são sistemá-ticos: ocorrem em todas as estruturas e nas mesmas posições, como é o caso das fissuras em diagonal que se abrem sempre nas quinas da laje de cobertura (foto 2).

Nas proximidades do furo deixado para encaixe da luminária, a laje de cobertura apresenta fissuras paralelas ao lado menor da marquise, com manchas de infiltração de águas pluviais (foto 3).

A armadura negativa de diâmetro mais grosso disposta ao longo da face superior das nervuras invertidas está aparente em vários trechos devido ao descolamento da camada de cobrimento (foto 4).

O dispositivo de fixação da cobertura no topo do pilar apresenta deterioração acentuada, sobretudo na garra circular, onde a argamassa está parcialmente esfacelada em torno dos orifícios de encaixe, deixando à mostra a armadura grossa (fotos 5 e 6).

O pilar em argamassa armada dispõe nos seus cantos de armaduras longitudinais de diâ-metro da ordem de 12,5 mm e de armaduras finas, em forma de malha de aço soldada, distri-buídas ao longo de suas paredes (foto 7).

3.2) Desmoronamento por impacto acidental O abrigo da Praça Barão de Drummond desmoronou devido ao impacto do espelho retrovisor

de um ônibus numa das quinas do bordo livre da cobertura próximo ao meio-fio (foto 8). Este impacto de pequena monta danificou pouco o local atingido (foto 9) mas foi suficiente para provocar a ruptura brusca do pilar fortemente solicitado a torção (foto 10).

As armaduras grossas longitudinais do pilar saltaram para fora da argamassa, havendo nelas sinais de corrosão (foto 11).

A cobertura do abrigo acidentado foi de encontro à cobertura do abrigo vizinho, que tam-bém se partiu com o choque (foto 12).

Há sinais de corrosão nas armaduras negativas das nervuras invertidas da cobertura nos trechos em que ficaram expostas devido à expulsão do pequeno cobrimento, locais onde foi aplicada argamassa comum de cimento e areia na tentativa de recompor o cobrimento perdi-do (foto 13).

A garra circular do topo do pilar apresenta-se muito deteriorada, com esfacelamento de partes da argamassa e forte corrosão das armaduras (foto 13).

O cilindro da cobertura não está bem encaixado no dente de apoio existente na garra circular do pilar, tendo a folga sido preenchida com argamassa (foto 14).

Foto 1

Foto 2

Vista do abrigo em ponto de ônibus construído em argamassa armada. As lajes da cobertura apresentam fissuras com infiltração de água pluvial e danos nos bordos livres com armaduras expostas

Nas quinas do bordo livre da laje de cobertura ocorre de modo sistemático uma fissura disposta em diagonal

Foto 3

Detalhe da fissuraçáo da laje de cobertura nas proximidades da luminária, notando-se os sinais de corrosão nas a rmaduras

Foto 4

Vista da face superior da cobertura. A armadura negativa de diâmetro grosso disposta nas nervuras invertidas está aparente em vários trechos, devido ao descolamento da camada de cobr imento

Foto 5

Detalhe do dispositivo de fixação da cobertura no topo do pilar. A fissuraçáo junto aos dois furos da garra circular, em que se encaixam os dentes do cilindro, facilitará a corrosão das armaduras g rossas

Foto 6

Topo cio pilar de um abrigo cuja cobertura foi retirada após acidente. Notar os detalhes de fôrma e de armação do furo da garra circular

Foto 7

Detalhe do pilar em argamassa armada. A armadura grossa tem cobrimento de 5 m m e a armadura fina em malha está com cobrimento quase nulo

Foto 8

Abrigo desmoronado pelo impacto do espelho retrovisor externo de um ônibus na quina da sua cobertura

Foto 9

O impacto na quina da cobertura danificou pouco o local atingido

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Foto 10

O pilar oco em argamassa armada sofreu ruptura brusca pola torção devida ao choque

Foto 11

As armaduras grossas do pilar saltaram para fora da argamassa. Notar os sinais de cor rosão

Foto 12

Os dois abrigos destruídos no acidente vistos de baixo

Foto 13

Topo do pilar d e s m o r o n a d o c o m sinais de corrosão e de apl icação precár ia de a rgamassa sobre a rmaduras que perderam o cob r imen to

Foto 14

O cilindro da cober tura não está b e m encaixado sobre o dente de apo io do topo do pilar, tendo a folga s ido preenchida c o m a r g a m a s s a .

I 4 1 DEFINIÇÃO DO MATERIAL ARGAMASSA ARMADA Na norma NB-1259 Projeto e execução de argamassa armada publicada pela ABNT em

novembro de 1989, constam as seguintes definições: "ARGAMASSA - mistura homogênea composta de cimento Portland, agregado miúdo e água,

podendo eventualmente conter adições e aditivos que melhorem suas propriedades". "PEÇA DE ARGAMASSA ARMADA - aquela de pequena espessura (máximo de 40 mm), compos-

ta de argamassa e armaduras de telas de aço de malhas de abertura limitada (diâmetro até 3 mm, espaçamento até 5 cm), distribuída em toda a seção transversal".

"COBRIMENTO - a espessura nominal do cobrimento, respeitadas as tolerâncias de execução de ± 2 mm, não deve ser inferior a: 4 mm, no caso de peças em ambientes protegidos: 6 mm, no caso de peças em ambientes não protegidos. Medidas especiais devem ser tomadas no caso de peças em ambientes agressivos".

"TIPOS DE LIGAÇÃO - para consideração dos diversos tipos de ligação aplica-se. em geral, o disposto na NB-949121. Tipos especiais de ligação de peças pré-moldadas de argamassa armada devem ser verificados quanto à sua eficiência, qualidade e durabilidade, por meio de procedimen-tos analíticos ou experimentais".

5 DURABILIDADE DAS ESTRUTURAS DE CONCRETO ARMADO A argamassa armada se diferencia do concreto armado apenas por algumas particularidades:

não contém agregado graúdo, o consumo de cimento é da ordem do dobro do usado comumente no concreto, a espessura das peças não deve exceder 40 mm e sua armadura de aço deve ser em forma de malha fina distribuída ao longo da peça. Argamassa armada e concreto armado constitu-em, portanto, materiais de mesma natureza e as considerações sobre durabilidade e robustez feitas a seguir se aplicam a ambos com pequenas adaptações.

As estruturas em concreto armado devem ser projetadas, construídas e utilizadas de modo que, nas condições ambientais existentes, possam manter ao longo da VIDA ÚTIL (período de tempo esperado, da ordem de 50 anos, sem requerer gastos de conservação ou de recupera-ção muito superiores aos gastos previstos no plano de manutenção preventiva). A vida útil da estrutura depende do comportamento não só dos elementos estruturais como também dos elementos não estruturais, ambos os tipos de elementos devendo ser considerados nas fases de projeto, de construção e de utilização da obra.

Para garantir a durabi l idade é preciso considerar o meio ambiente do local em que será construída a estrutura, assim como os materiais de construção disponíveis e as práticas construt ivas comumente adotadas na região da obra. As propriedades decisivas para evitar a deter ioração do concreto armado residem na espessura do cobrimento da armadura e na boa qual idade do concreto, que deve ter baixos índices de permeabi l idade, de porosidade e de difusão. Os mecanismos principais de deterioração são a corrosão do aço e a degenera-ção do concreto devido a reações álcali-síl icas e a ataques químicos, como por exemplo dos sulfatos. A presença de água e de sais é o fator mais influente no processo de deterio-ração. Os cloretos, misturados ao concreto fresco ou penetrando poster iormente através da superfície do concreto, provocam pontos localizados de corrosão da armadura. O projeto deve garantir que o fenômeno de transporte das substâncias agressivas possa ser mant ido sob controle.

A vida útil de uma estrutura pode ser dividida em duas fases (ver figura 2):

FASE DE INÍCIO DE DETERIORAÇÃO - apesar de nesta fase não haver sinais de enfraqueci-mento da estrutura, algumas barreiras protetoras são quebradas pelo meio agressivo, podendo ocorrer carbonatação ou penetração de cloretos e acumulação de sulfatos, processo às vezes acelerado pela alternância entre molhamento e secagem do concreto.

Iniciação Propagação

Idade

0) 0) Q

O »<0 o cu o

inspeções visuais

estrutura com manutenção baseada em

Deterioração de

FASE DE PROPAGAÇÃO DA DETERIORAÇÃO - nesta fase ocorre a corrosão das armaduras e a deterioração progride com rapidez até extinguir a vida útil da estrutura.

A estratégia do projeto deve consistir em selecionar detalhes construtivos e medidas que assegurem a vida útil pretendida, levando em consideração as condições ambientais, alon-gando ao máximo o período de iniciação e diminuindo a taxa de deterioração. O projeto deve considerar detalhes que aumentem a autoproteção e a resistência da estrutura contra a ação deletéria do meio ambiente, as medidas mais importantes sendo as seguintes:

SELEÇÃO DA FORMA ESTRUTURAL - a forma da estrutura tem influência decisiva na interação entre o concreto e o meio ambiente. Quanto mais complexa for a forma da estrutura maior será sua sensibilidade à deterioração, provocando encurtamento da vida útil e maiores gastos de manu-tenção. Quando a relação entre a área da superfície exposta e o volume de concreto cresce, aumenta o risco de penetração de substâncias prejudiciais ao concreto em quantidade suficiente para iniciar a deterioração do concreto e da armadura.

COBRIMENTO DA ARMADURA - a boa qualidade do concreto, em especial da camada mais externa que envolve as armaduras (cobrimento) protege o aço contra a corrosão causada pela ação agressiva dos líquidos e gases provenientes do ambiente. O cobrimento nominal "Cnom" a ser adotado no detalhamento do projeto é a soma do valor do cobrimento mínimo "Cmin", que aumenta com o grau de agressividade do ambiente, com o valor de tolerância igual a 10 mm nos casos gerais e no mínimo igual a 5 mm. Quanto à agressividade ambiental (ação física e química sobre o concreto) o Código Modelo CEB-FIP 1990131 indica as "Classes de Exposição", conside-rando o microambiente (ambiente na vizinhança do ponto considerado na superfície da peça estru-tural, que pode diferir muito do macroambiente), e recomenda os respectivos "cobrimentos míni-mos".

No caso de estrutura exposta ao ar livre em ambiente úmido (Classe 2), o cobrimento míni-mo recomendado pelo Código Modelo CEB-FIP 1990 é de 25 mm. Se houver agressividade química no ambiente (Classe 5) o valor de "Cmin" deverá ser igual ou superior a 40 mm.

Para elementos pré-moldados, o valor do "Cmin" especificado pode ser reduzido em 5 mm se houver controle rigoroso do posicionamento das armaduras e da compactação do concreto. Outras razões, além da proteção contra a corrosão, podem exigir valores mais elevados de cobrimento, tais como garantir a resistência às tensões de aderência entre o aço e o concreto, a proteção contra a ação do fogo e o uso de agregados maiores.

A norma NB-1 Projeto e execução de obras em concreto armadoôa ABNT w se refere ao cobrimento no item 6.3.3.1. Para concreto aparente ao ar livre o cobrimento indicado é de 25 mm, mas se o meio for fortemente agressivo este valor deverá subir para 40 mm. Quanto à tolerância consta no item 11.1: "o cobrimento das barras não poderá ser inferior ao estipulado na norma".

DETALHAMENTO DA ARMADURA - sempre que possível, o esquema de montagem da armadu-ra deve constituir uma gaiola de aço tridimensional para aumentar a resistência a reações expansi-vas do concreto, causadoras de escamação e de fendilhamento da camada de cobrimento, e para diminuir sua mobilidade no interior da fôrma. A tolerância para desvios na posição das armaduras em peças com espessura menor do que 100 cm deve ser inferior a 10 mm.

CONTROLE DA FISSURAÇÃO - a fissuração do concreto não deverá prejudicar a durabilidade da estrutura durante sua vida útil nem tornar seu aspecto inaceitável. Para que o desenvolvimento da resistência de aderência não provoque fissuração longitudinal é preciso adotar espessura de cobrimento igual ou maior do que o diâmetro da armadura longitudinal e prever uma armadura transversal.

A manutenção dos elementos não estruturais, tais como instalações de drenagem, disposi-tivos de vedação de juntas, aparelhos de apoio, guarda-roda, guarda-corpo, instalações para iluminação e sinalização, pode exigir a intervenção de outros especialistas além do especialis-ta em estruturas. Estes elementos não estruturais em geral têm vida mais curta do que a vida da estrutura, sendo necessário prever meios para inspeção, manutenção e troca dos mesmos.

Quando uma estrutura apresenta deterioração prematura, ocorrendo perda de pedaços ou colapso parcial ou total, é preciso determinar a segurança residual desta estrutura para avaliar o seu grau de deterioração de modo racional e, em seguida, escolher o melhor método de repara-ção ou de reforço quando ainda for possível aproveitá-la.

6 ROBUSTEZ DAS ESTRUTURAS As estruturas de concreto devem ser capazes de suportar esforços acidentais sem sofrer da-

nos desproporcionais ao evento que causou o acidente. A vulnerabilidade da estrutura a um colapso acidental deve ser analisada ainda na fase de projeto, levando-se em consideração os prejuízos materiais e pessoais passíveis de serem causados pelo acidente, sobretudo no caso de obras públicas. Nas estruturas pré-fabricadas, a concepção do esquema estrutural e a interligação entre as peças componentes da estrutura devem assegurar um comportamento robusto e estável, adotando-se medidas para controlar a ocorrência e a propagação de danos, com o objetivo de evitar um colapso progressivo. Os dispositivos de ligação devem ser justificados por meio de cálculos analíticos ou de testes de laboratório, cujos métodos e resultados devem ser devidamen-te documentados.

7 CONCLUSÕES O uso de barras de aço grossas em peças de argamassa armada, em desacordo com a NB-

1259, conduz a uma espessura de cobrimento da ordem de 5 mm, insuficiente até mesmo para resistir aos esforços de aderência entre o aço e a argamassa. Como é impossível garantir na fase de execução a obtenção de cobrimento tão pequeno, a armadura fica com cobrimento nulo em alguns pontos, onde o início da corrosão é imediato. Em face da pouca eficiência da armadu-ra transversal, a argamassa de cobrimento é fendilhada, deixando a armadura longitudinal ex-posta à corrosão. Além disso, a complexidade da forma estrutural e a elevada relação entre a área da superfície exposta às intempéries e o volume de argamassa armada tornam a estrutura dos abrigos para ponto de ônibus excessivamente sensíveis à corrosão.

Tentar corrigir a perda de cobrimento com a aplicação de argamassa em condições precárias constitui prática condenável porque a maquiagem apenas esconde o defeito, permitindo o prosse-guimento da corrosão, que destruirá progressivamente as armaduras grossas, essenciais à esta-bilidade. O colapso poderá ser brusco, sem aviso prévio perceptível a olho nu, conforme já ocorreu com algumas marquises de edifícios que desabaram aqui e em outras cidades do Brasil.

A solução estrutural adotada, em que um pilar único suporta a cobertura em balanço segurando-a no meio do seu lado maior, conduz a uma estrutura com pouca robustez, excessivamente vulnerável ao colapso em caso de acidente. No caso da aplicação acidental de uma força horizon-tal numa das quinas da cobertura os esforços de torção rompem o pilar de modo brusco devido ao colapso da argamassa (ver figura 3), mesmo quando a força horizontal aplicada é de reduzida intensidade.

No acidente aqui relatado, o choque do espelho retrovisor do ônibus danificou pouco a quina da cobertura mas foi suficiente para provocar o desmoronamento brusco da estrutura, dano despro-porcional em relação à magnitude do impacto.

No entorno dos orifícios deixados na garra circular do pilar para encaixe dos pinos do cilindro foi necessário embutir na argamassa elementos metálicos que provocam concentração de tensões elevadas, gerando fissuração prematura e excessiva, com o conseqüente desplacamento da argamassa, fatores que facilitam a corrosão das armaduras e podem conduzir a uma ruptura localizada capaz de provocar o imediato desmoronamento da marquise.

O material argamassa armada não é adequado, do ponto de vista técnico, para resistir aos momentos fletores e às forças cortantes comumente encontrados no dimensionamento de vigas e lajes das estruturas típicas de edificações em concreto armado, porque será necessá-rio concentrar barras de aço com diâmetro muito superior a 3 mm em posições determinadas da seção transversal da peça, configurando outro material de construção, diferente da defini-ção constante da NB-1259 e mais assemelhado ao concreto armado.

Agradecemos ao amigo Antonio Corrêa Mattos, autor dos desenhos que ilustram este relato técnico e eficiente colaborador na realização, ao longo de vários anos, das vistorias realiza-das nos diversos abrigos para pontos de ônibus construídos em argamassa armada.

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Esforço de torção no pilar devido ao choque de ônibus na cobertura

8 AGRADECIMENTOS

BIBLIOGRAFIA

1. Associação Brasileira de Normas Técnicas. (1989). Projeto e Execução de Argamassa Armada - NB-1259. ABNT. Rio de Janeiro. Brasil.

2. Associação Brasileira de Normas Técnicas, (set/1985). Projeto e execução de estruturas de concreto pré-moldado - NB-949. ABNT. Rio de Janeiro. Brasil.

3. Comitê Euro-international du Béton. 1990. CEB-FIP Model Code. Lausanne. Suíça. 4. Associação Brasileira de Normas Técnicas, (1978). Projeto e execução de obras em concreto armado - NB-1,

ABNT. Rio de Janeiro, Brasil. 5. Lima NA. A Durabilidade das Estruturas de Concreto. Jornal da Abraço, (out/nov/dez 1991). Rio de Janeiro.

Brasil, páginas 4. 5 e 6. 6. Lima NA. O uso inadequado da argamassa armada resulta em estruturas sujeitas à deterioração prematura por

corrosão das armaduras. Jornal da Seaerj. (nov/91). Rio de Janeiro. Brasil, páginas 4 e 5. 7. Lima NA. Durabil idade e Robustez das Estruturas de Concreto e de Argamassa Armada. Jornal da Seaerj,

(março 1993), Rio de Janeiro, Brasil, páginas 6 e 7.

RELATO E ANÁLISE DO COLAPSO TOTAL DE UM EDIFÍCIO EM CONCRETO ARMADO

RONALDO CARVALHO BATISTA Ph.D, M.Sc , llng* Civil, Prof. Titular ling. llstrutural, Coppc/UFRJ , Prog Kng. Civil, Consultor da Coppcicc

ELIANE MARIA LOPES CARVALHO D. Sc., M-Sc., llng* Civil, Profa. Adjunta. D c p líng. Civil, U l T

L U INTRODUÇÃO No que se segue, apresentam-se um relato sumário e uma análise das principais causas do

colapso total da estrutura em concreto armado de um edifício residencial de 13 andares, ocorrido numa capital de um estado da região norte do Brasil, em 1987.

O colapso súbito da estrutura ocorreu num dia de clima ameno, sem ventos, antes de sua utilização plena, isto é, antes da ocupação das unidades habitacionais do edifício, mas em fase final de acabamento, levando à morte cerca de 40 operários.

O estágio final do colapso progressivo, diferido no tempo, se estendeu por alguns poucos dias. Sinais sonoros de formação de microtrincas, por acréscimos sucessivos de solicitações, foram ouvidos. Medições não pert inentes de recalques verticais foram feitas sem sucesso e, não identificadas as causas que permitiriam a tomada de medidas corretivas emergenciais, a estrutura afinal ruiu subitamente, como se fora por uma implosão programada.

Todos os aspectos relativos ao projeto (incluindo memórias de cálculo, modelagens computacionais e desenhos de projeto executivo) e também os aspectos construtivos (incluindo detalhes, materiais, sobrecargas permanentes adicionais e metodologia construtiva) foram verificados e analisados criteriosa e minuciosamente, numa seqüência típica de engenharia forense endereçada a um laudo pericial consistente e condizente com o vulto deste acidente estrutural com vítimas fatais.

Ênfase é dada aqui aos aspectos associados à concepção estrutural e suas deficiências, e ao papel fundamental desempenhado por estes aspectos e pelo mecanismo de interação entre estru-tura e fundações profundas esbeltas, no colapso total da estrutura como se fosse por uma implosão programada.

O pr imeiro autor deste t rabalho - engenheiro responsável pelo laudo técnico^' de aval iação estrutural e parecer sobre o mecan ismo de co lapso - assume a responsabi l idade de trazer ao meio técnico, após decorr idos dez anos, os pr incipais resul tados dessa invest igação, com o único intuito de discutir e exemplif icar, num fórum pert inente, os erros e lapsos comet idos no projeto e na execução da estrutura e das fundações de um simples edifício residencial. Por fal ta de espaço neste vo lume, a apresentação é sumar izada; maiores detalhes poderão ser obt idos num próximo art igo técnico submet ido a uma revista internacional '2 ' especial izada no assunto aqui tratado. Os autores do presente t rabalho e do referido laudo técnico'11, tendo t rabalhado cr i ter iosamente na invest igação e na anál ise das causas desse co lapso estrutural, esperam s inceramente que os erros comet idos no passado possam nos servir a inda hoje de l ição para nos auxi l iar no aprendizado e no exercício hábil e responsável de nossa prof issão de engenheiro estrutural.

I 2 | DESCRIÇÃO SUMÁRIA DA ESTRUTURA A estrutura analisada é a de um edifício residencial em concreto armado consti tuída de blo-

cos de fundação sobre estacas metálicas com ponta de concreto, pilares sem transições ao longo de toda a altura da estrutura, cintamento no nível térreo sem laje de piso, um pavimento estrutural sobre pilotis, mais 12 pavimentos estruturais para apartamentos e painel estrutural de cobertura (forro), a lém de casa de máquinas e caixa d'água elevada. Desses pavimentos, são

estruturalmente idênticos aqueles do 22 até o 112 pavimento, os quais poderiam ser referidos como sendo não-convencionais.

As figuras 1 e 2 ilustram a concepção básica da estrutura descrita acima e permitem fazer as seguintes observações:

a) os pavimentos estruturais-tipo - 2a ao 11o pavimento - não contêm vigamentos contínuos transversais, com exceção das vigas interligando os pilares centrais (do poço de elevadores e caixa de escadas), as quais por sua vez são bastante esbeltas. Isto pode ser visto nas figuras 1 b e 1d, que mostram a concepção básica estrutural constituída por pilares e "balancins" interligados por painel de laje, formando pórticos com travejamento horizontal (nível dos pavimentos) de pe-quena rigidez à flexão;

b) os pavimentos estruturais-tipo também não contêm em seu interior vigamento contínuo lon-gitudinal interligando os pórticos típicos (ver figura 1b) ao núcleo estrutural (caixa de escadas e poço de elevadores);

c) em função das observações dos itens (a) e (b), da concepção em "balancins" e da rigidez relativa e distr ibuição em planta dos e lementos estruturais, chama-se atenção para o desbalanceamento dos momentos fletores atuando no topo dos pilares de cada pavimento-tipo, sempre dirigidos para o interior da estrutura;

d) o núcleo estrutural - formado pela caixa de escadas e pelo poço de elevadores - não é, por sua vez, um núcleo resistente de contraventamento, já que é constituído por pilares de pouca rigidez à flexão e vigas ainda menos rígidas;

e ) o 1 e pavimento estrutural (ver figura 1a) não contém, tampouco, em seu interior, vigamento contínuo longitudinal;

f) o 12c pavimento estrutural e o painel estrutural de cobertura (forro) não contêm travejamento horizontal adequado (vigamento rígido nos sentidos transversal e longitudinal) para suprir, em caso de ação de vento, a pouca rigidez à flexão dos pavimentos estruturais inferiores;

g) o pavimento sobre pilotis é o único do tipo convencional, com vigas transversais e longitudi-nais esbeltas se cruzando nos pilares principais;

h) o cintamento dos pilares, junto aos blocos das fundações sobre estacas (ver figura 1c), não é convencional, sendo inadequado e por vezes inexistente na direção longitudinal.

O conjunto de observações anteriores delineam finalmente uma estrutura constituída por pórti-cos esbeltos isolados, interligados basicamente pelas lajes de piso, com deficiências nas ligações estrutura-fundações.

3 ANALISE ESTRUTURAL

3.1) Carregamentos considerados na análise Como o colapso da estrutura ocorreu antes de sua utilização (ocupação das unidades

habitacionais), mas em fase final de acabamento, considerou-se na análise a atuação de todo o carregamento permanente:

Peso próprio da estrutura em concreto armado (com peso específico y c a» 25 kN/m3) + revesti-mento de piso + paredes de alvenaria acabadas ( c o m peso especifico yalv = 11 kN/m3). Conside-rou-se, ainda, a caixa d'água vazia e a casa de máquinas sem equipamentos.

Nessa análise fundamental foi considerada a ação equivalente estática de vento atuando isola-damente. Portanto, para a análise de colapso foram levados em consideração apenas os carrega-mentos verticais permanentes e os efeitos das imperfeições geométricas iniciais, ou de 2a ordem, no comportamento estrutural.

3.2) Modelagem numérica-computacional A análise dos deslocamentos da estrutura e dos esforços internos em seus componentes resul-

tantes dos carregamentos aplicados foi feita por meio de modelos numéricos, utilizando-se um

programa computacional desenvolvido no PEC-Coppe e, na época'11, implantado no computador Borroughs B-6800 do NCE/UFRJ, para cálculo estático linear e elástico de deslocamentos e esfor-ços em estruturas via Método dos Elementos Finitos.

O modelo estrutural dos pórticos-tipo principais isolados (sem contraventamento longitudinal) é mostrado na figura 2. A modelagem desses pórticos para cálculo de deslocamentos e esforços foi feita com elementos de pórtico plano.

Os modelos estruturais adotados para cálculo da distribuição de cargas nos pilares de um dos painéis estruturais do pavimento-tipo (2o ao 110 pavimento) e do 1c pavimento estrutural, foram do tipo associado, tal como ilustrado na figura 3: elementos grelha (para a discretização das vigas) combinados com elementos planos retangulares de placa (para discretização das lajes). As proprie-dades geométricas de cada um desses componentes estruturais foram tiradas das plantas de fôrma do projeto.

Todos os modelos consideraram a estrutura de concreto armado sem fissuração, para cálculo das propriedades geométricas e elásticas de seus componentes estruturais.

3.3) Apresentação e análise dos principais resultados A figura 4 mostra, no seu lado esquerdo, a distribuição de cargas nos pilares devida ao carrega-

mento permanente total de um pavimento-tipo e, no seu lado direito, ilustra as "áreas de influência" desse carregamento sobre os pilares. As linhas delimitadas (tracejadas) dessas "áreas de influên-cia" foram desenhadas seguindo a orientação dos maiores deslocamentos verticais desse painel de piso estrutural, calculados via método dos elementos finitos, conforme descrito anteriormente. Nota-se que essas "áreas de influência" indicam claramente a distribuição do carregamento aos pilares.

Observa-se que os pilares mais carregados são P12 = P13 e que o somatório de cargas nos pilares devido ao carregamento vertical permanente total de um pavimento-tipo é I Pj = 213,4 dakN.

Os momentos de engastamento elástico e as cargas axiais nos pilares, com valores mais significativos, são dados na quadro 1.

Pilar Mx(dakN.m) MY(dakN.m) Fx (dakN)

P3(=Pe> 5,75 2,25 13,8

P4 (= P7> 6,42 -0,31 22,4

P„<-P l4> 8,32 2,34 14,1

-13,95 0,83 26,6

Q u a d r o 1

Esforços apl icados nos pilares no nível de cada pavimento-tipo. devidos à carga permanente (1 dakN -> 1 tf)

Suas orientações são aquelas mostradas por setas duplas na figura 4, indicando sempre mo-mentos volvendo para o interior da estrutura, com a exceção única do momento M y de menor valor sobre os pilares P., (=P7). Observe que os momentos MY para os pilares do lado direito da figura 4 (aparecendo na primeira coluna do quadro 1 entre parênteses) têm o sinal trocado em relação aos momentos MY para os pilares do lado esquerdo.

Deve-se salientar a acentuada falta de balanceamento entre momentos M x para os pares de pilares P12/P4 e P13/P7 que constituem dois dos pórticos internos da estrutura do edifício.

Cargas nos pi lares no nível das c intas nos b locos de fundação A distribuição final de cargas permanentes sobre os blocos de fundação é mostrada na figura 5,

onde, para cada um dos pilares, se apontam os valores aqui calculados e, entre parênteses, as respectivas cargas nas fundações constantes da planta de "Locação e Cargas dos Pilares" do projeto estrutural.

(

\

P8 P,4

P7 P«3

X P 4 12

X \

X

) ( d )

C O R T E A A

I ~ 6 , 6 m P O R T I C O T Í P I C O

VIGAS

( 0 ) VIGAS

1 2 P A V I M E N T O E S T R .

-P A V I M E N T O E S T R , T I P O - 2 2 o o M 2

r 5,0 m

4 -

Concepção estrutural básica

14

13

12

11

VIGAS (SÓ TRANSVERSAIS)

VIGAS ( c )

C I N T A S

A»25,0m

77777K

X

FORRO

129 PAV

II® PAV

10 9 PAV. T I P O

9®

8®

70

6«

5®

49

3 9

2® PAV. T I P O

12 P A V . .

P 1 L 0 T I S

^ 3 9 , 5 m

C I N T A S y

BLOCOS

ESTACAS

F O R R O

. V - 2 0 X 4 Q . ( l a i c ( M 0 )

110

P-20x80

365

C-30/var . / l 5x40

r

200 J2SL m.

o oo r-i 12xvar. d=12 12xvar.

V-20x40 ( la jc=12/8)

V-20x50 (laje d - 1 0 )

c-12x45 (sem laje)

ÍO

12° PAV.

11° PAV. ( I o PISO AP. C O B ) .

_LiQ_

3o PAV. T I P O

=3 2o PAV. T I P O

— P-20x80

f PAV. T I P O V-12x50

PJLOTJS

P - 3 0 x l 5 H T E R R E O

B M 18

EST. M A D E I R A

B 13

EST. M E T Á L I C A

B 7

EST. M E T Á L I C A f

N T

B M 6

EST. M A D E I R A

Pórtico típico - PJP,.

Observa-se que o presente cálculo mostra, para os pilares P4, P7, P n , P12, P13 e P u , cargas verticais permanentes nas suas fundações superiores às cargas consideradas no projeto (somatório de cargas permanentes + variáveis). A maior discrepância se dá para as cargas nos pilares P,2 e P.3, que atingem um valor que é cerca de 35% maior que o indicado pelo projeto original.

Os momentos aplicados aos blocos de fundação, devidos ao carregamento permanente total, foram obtidos via modelo em elementos de pórtico plano, como os das figuras 1 d e 2. Os elemen-tos estruturais de concreto armado foram tomados como sendo íntegros, sem fissuração, e os apoios sobre os blocos foram considerados, de modo muito conservador, como sendo engastados. Para os elementos vigas dos pilotis, foram tomadas as larguras efetivas de mesa (laje) prescritas na NB-1, para cálculo das inércias à flexão.

Os pórticos analisados foram aqueles formados pelos pares de pilares P12/P4 e P,3/P7 (ver figura 2), os quais são os mais solicitados por cargas verticais e momentos fletores devido ao carregamento permanente dos pavimentos. Verificou-se com esta análise que os momentos transversais M x na base desses pilares, vindos da falta de balanceamento de momentos dos pavimentos superiores, são absorvidos principalmente pelas vigas e lajes do pilotis, cabendo às cintas uma pequena parcela de absorção desses momentos que chegam aos blocos de fundação com valores bastante pequenos: com valores absolutos inferiores a 0,9 dakN.m 0,9 tf.m) para os blocos de fundação B4/B7 e B12/B13.

Os esforços nas fundações devidos às forças de vento, calculadas e distribuídas tal como determina a NBR-61231, foram analisados isoladamente e não são aqui apresentados, já que o acidente ocorreu sem notícias de ventos fortes, antes ou durante o estágio final do colapso.

Segundo a direção longitudinal sem cintamento, verificou-se que os momentos M x sobre as fundações também resultaram bastante pequenos, tanto para os mesmos blocos B,/B7 e B12/B13

quanto para os blocos B./B8 e Bn /B1 4 . Conclui-se assim que as cargas sobre os blocos de funda-ção, devidas ao carregamento permanente total, são efetivamente cargas verticais.

Considerando agora tanto as cargas permanentes quanto as variáveis (tal como prescritas na NB-1) observa-se, finalmente, a grande discrepância entre a presente distribuição de cargas nas fundações e a distribuição dessas cargas no projeto. O que chama bastante a atenção é a grande diferença entre os respectivos valores das cargas para os pilares dos pórticos principais (P4 = P7 e P12 = P13) e para os pilares de extremidade P,. P2, P15 e P16. Estas e outras diferenças entre as cargas nos pilares foram devidas principalmente ao modelo mais refinado para a análise estrutural utilizado1'1 no cálculo de cargas nos pilares, já que o erro relativo entre os somatórios de cargas nas fundações (daquelas aqui apresentadas em relação às do projeto original) é de somente 0,5%.

SUBSOLO LOCAL E FUNDAÇÕES ADOTADAS O subsolo apresenta uma camada de argila orgânica muito mole com espessura que varia

de 10,0 a 12,0 m, sobrejacente a uma camada de areia silto argilosa de compacidade variável (pouco compacta a compacta) com 3,0 a 4,0 m de espessura. Sob a areia encontra-se espes-sa camada de argila silto arenosa rija. Uma segunda camada de areia aparece a cerca de 27,0 m de profundidade.

As fundações do edifício eram em estacas mistas compostas de perfis metálicos 110" com uma ponteira de concreto de seção quadrada de 30 x 30 cm e 3,0 m de comprimento. As estacas tinham comprimentos cravados que variavam de 13,0 m na frente do prédio a 15,6 m nos fundos. Estes comprimentos indicavam que as estacas tinham suas ponteiras cravadas na camada de areia silto argilosa subjacente à argila orgânica muito mole. As sondagens executadas no terreno indicaram uma compacidade menor da camada de areia no sentido dos fundos do prédio (sentido de P3 para P8), o que explica o aumento no comprimento das estacas neste mesmo sentido.

Aparentemente não houve preocupação em orientar as estacas de maneira que os perfis metá-licos tivessem sua maior inércia na direção da menor dimensão dos pilares. O controle da pro-fundidade das estacas foi feito pela exigência de uma nega de 10 mm/10 golpes de um martelo de 1,4 dakN caindo de 1.0 m de altura.

As estacas foram compostas em grupos de 3, 4 e 5 perfis 110", coroados por blocos rígidos travados apenas em uma direção: a direção da dimensão maior da seção transversal dos pilares. Essas estacas foram idealizadas estruturalmente com extremidades bi-rotuladas e, sob pequena reação lateral dos extratos argilosos do terreno, deveriam suportar, com coeficiente de segurança igual a 2, uma carga máxima igual a 55dakN cada. Esta carga resistente de projeto de cada estaca (Fd = 110 dakN) não foi realmente alcançada, considerando-se o número de estacas por bloco e as cargas permanentes atuantes na fase final de acabamento do edifício.

A capacidade de carga nas estacas das fundações foi avaliada pelo Prof. Francisco de Resende Lopes, co-autor do já referido relatório técnico11'. Para esta avaliação foram adotados parâmetros con-dizentes com as profundidades das estacas e camadas de subsolo fornecidas por terceiros, executo-res dos serviços de sondagens e de cravação das estacas. A resistência no trecho de argila orgânica muito mole foi desprezada, uma vez que a ponteira da estaca, com 3,0 m de comprimento em concreto armado, tendo seção transversal (30 cm x 30 cm) bastante maior que a do perfil metálico, após sua passagem pela argila mole, deixa um vazio que é preenchido imediatamente pela argila amolgada.

Tomando-se os resultados para capacidade de carga de ponta de cada estaca típica, obti-dos com a util ização do método Aoki-Velloso modificado, pode-se avaliar que, embora com margens de segurança muito reduzidas (y,« 1,3) quando comparadas à prescrição da norma NBR-6122 (y, = 2,0), as fundações não entrariam em colapso por perda de capacidade de carga para as solicitações devidas às cargas permanentes efetivamente atuantes na data do colapso estrutural.

A verificação da estabilidade e da segurança foi feita para os componentes da estrutura que, segundo a análise, se encontravam em situação potencialmente crítica antes do colapso do edifício.

De acordo com os resultados da análise, dentre as fundações dos pilares mais carregados se encontravam em pior situação aquelas ao longo do eixo longitudinal formado por P n , P12, P13 e P14. Por outro lado, os blocos de estacas desses quatro pilares tinham a mesma capacidade de carga, o que deixava finalmente em situação mais crítica quanto à estabilidade estrutural o conjunto formado pelo pilar P12 (ou P13)-bloco-estacas.

Os resultados dos cálculos das cargas críticas (de flambagem) de uma estaca típica isolada e do conjunto pilar-bloco-estaca são apresentados a seguir. Unidades SI são aqui usadas, adotando-se para as forças: 1 dakN = 1 tf.

Flambagem de uma estaca isolada As avaliações da estabilidade estrutural de uma estaca típica com fuste em camada espessa

de argila orgânica mole foram também feitas considerando-se a ponteira em concreto armado com 3,0 metros de comprimento cravada e engastada na camada de areia, e o topo da estaca rotulado no fundo do bloco (considerado nesse caso indeslocável lateralmente). Os resultados obtidos, segundo alguns modelos teóricos112', mostraram que as cargas críticas (de flambagem) de uma estaca típica isolada, sob as condições consideradas, eram de fato superiores às cargas atuan-tes, embora apresentassem coeficiente de segurança à flambagem reduzido. Os resultados indi-caram capacidades de carga entre cerca de 75 dakN e 95 dakN.

Ruptura do pilar mais solicitado por compressão axial centrada O resultado da verificação dos pilares mais solicitados, P )2 e P13, sob compressão axial, indicou

uma carga de ruptura no trecho de pilar entre o bloco de fundação e o pavimento em pilotis, igual a Nu ! = 393,0 dakN carga máxima atuante de serviço NM l = 352,7 dakN (ver figura 5).

Deve-se observar que embora a resistência do pilar à carga axial centrada fosse superior à carga efetivamente atuante, o fator de segurança resultante, N ^ / N ^ = 1,12, para esses dois pilares P12 e P,3, era bastante inferior ao yt = 1,4 requerido por norma.

Ressalta-se aqui que, sob as mesmas condições de carga, todos os demais pilares apresenta-vam fatores de segurança pouco menores (para P, e P7; P n e P14) ou maiores do que 1,4.

VERIFICAÇAO DA ESTABILIDADE ESTRUTURAL

Estabilidade do conjunto pilar-bloco-estacas Devido à inexistência de cintamento na direção longitudinal da obra para os pilares mais carre-

gados, tal como o P12 e o P ! 3 , a estabilidade do conjunto estrutural composto pelo pilar de concreto armado, pelo bloco de coroamento da fundação e pelo grupo de cinco estacas metálicas (perfis 110") se encontrava em situação potencialmente crítica para as cargas permanentes efetivas atuantes no estágio de acabamento do edifício.

A falta de cintamento na direção da menor dimensão da seção transversal desses pilares, aliada à condição de rótula plástica conferida pela pequena ligação fretada entre cada estaca metálica e o fundo do bloco, leva ao mecanismo de f lambagem ilustrado na figura 6. Observa-se, com auxílio dessa figura, que qualquer amplitude de excentricidade construtiva (associada aos inevitáveis desvios geométricos iniciais tanto na parte em concreto armado, quanto da sempre presente falta de retilineidade dos perfis metálicos com comprimento superior a 10,0 metros) provocaria, com cada acréscimo de pavimento até o último construído, incrementos de desloca-mentos laterais (6) do bloco de fundação e conseqüente rotação desse bloco, sobrecarregando o par de estacas mais extremas.

R . 2.9

F igura 4

Distribuição de cargas nos pilares do pavimento-tipo e ilustração das áreas de influência

X >S IX

I < :6,5

P :51,6 dakN 1 (127)

P :51.6 2 (127)

I I P :188.5

3 (215) P :309,5

4 (229)

I P :104.4

5 (126)

I P :104,4

6 (126) P :309,5

7 (229)

I P :191.0

8 (212)

Cargas permanentes sobre os blocos de fundação

P :185.3 1 1 (142)

P :352,7 1 2 (262)

:194.2 (206)

P :102,2 1 5 (185)

| P :194.2 1 0 (206)

P :102.2 1 6 (185)

P :352.7 1 3 (262)

P :187.8 1 4 (154)

— Carga permanente total = 2.969.4 ckikN (cintas + piloiis + 10 pav. tipo + duplex + forro)

P.. V 2 0 X 5 0 P 1 2 - 2 0 X 8 0

2 } 8 0 m I ~ 5,0 m

C i n t a s ( v i g a d e E q u i l í b r i o ) 30/var /15x40 f l ^ 3 , 0 m ) - 1 , 0

/ - 1 , 0

V - 1 2 x 4 0

J (Ca ixa de Escada)

C o m p a c t a : ' } , • > . , i 1

. V H V ^ - . O i s

10,Om

3 , 0 m

C% Kb I

/ /

EIP

-vV-l Kc f v A i KAT

Çu \ \ \ \ \ \ \ \ \ \ 77STS77

h i = 1 ,4 m

E I

h2 = 3 , 8 m

ô

+ - +

\

K T O T A L

Ia!

\

\

7777777

Corte AA'

1.20

/ L

I I 0,80 i

I I

> -

1,20

0,40 0,40

Modelo para verif icação da f lambagem no conjunto pilar-estaca

A figura 7 ilustra, num gráfico, a evolução desse deslocamento lateral com o acréscimo de carga de compressão excêntrica. Deve-se enfatizar que, devido às características reológicas da argila orgânica mole, esta evolução é diferida no tempo. Isto é, após cada acréscimo de carga (tomando, por exemplo, a carga de mais um pavimento construído como se fosse instalada num curtísssimo espaço de tempo) há um acréscimo de deslocamento diferido, visco-elástico, que se adiciona àquele tomado como sendo puramente elástico, devido à aplicação hipoteticamente instantânea da carga permanente total de mais um pavimento.

P (dakN) 350

Flambagem do conjunto pilar-bloco-estacas sob acréscimos sucessivos de carga vertical permanente dos andares sendo construídos

WvA

ô (cm)

Mecanismo de colapso estrutural Considerando-se então uma excentricidade acidental construtiva de um dos pilares P12 ou P13,

com o valor mínimo prescrito pela NB-1, e = b/30 » 0,7 cm, onde b é a menor dimensão da sua seção transversal (b = 20 cm), pode-se inferir, com as estimativas do modelo numérico apresenta-do a seguir, que a carga permanente total nesses pilares levou o conjunto pilar-bloco-estacas a uma situação irreversível de instabilidade.

Além disso, a verificação da carga de ruptura por f lexocompressão de um desses pilares indi-cou que, durante este processo relativamente lento de f lambagem sob acréscimos sucessivos de carga, o pilar P12, certamente com a maior excentricidade construtiva, foi levado primeiro a uma ruptura brusca para uma carga aproximadamente igual a 350 dakN (= 350 tf) aplicada excentrica-mente, tal como ilustram as figuras 6 e 7.

A resposta não-linear, carga vertical (aplicada com uma excentricidade inicial, e) x deslocamen-to lateral do bloco, mostrada na figura 7 por uma linha tracejada, foi obtida da seguinte equação133:

4c(

71 1 < p

sendo a carga crítica dada por:

p c r = n 7 T ( E J ) C cst.

(D

(2)

onde (Ea l )wl é a rigidez equivalente do conjunto de cinco estacas metálicas 110", Lc = 2L.( é o comprimento de f lambagem e L., é o comprimento de engastamento efetivo[4) das estacas no subsolo, dado por:

k , = t 8 [ M „ , I K„]V5; p/ L t >(4Lcf /t8) (3)

onde Kn é o coeficiente volumétrico de reação lateral da camada de argila mole.

Adotando os valores dos parâmetros adimensionais:

C = L e f / L c - 0,5 (4.a)

tem-se que r)» 4,0, resultando com a equação (2) numa carga crítica Pc, = 456 dakN (» 460 dakN).

Observa-se que na equação (4.b) o coeficiente de mola equivalente Ktotal (ver figuras 6 e 7) corresponde à superposição da contribuição dos coeficientes de rigidez devidos:

i. à rigidez à flexão das vigas e laje do pavimento em pilotis, na direção de menor rigidez do pilar P t 2 ; C„ = (24 E£ 1^/(21,).

ii. à rigidez à flexão do conjunto do pilar P1? mais as vigas seção T do item (i) na direção horizontal perpendicular à menor dimensão da seção do pilar;

l^r = ( C P / h ! ! ) - ( 3E I p i , „ / h 2 2 ) (5.a)

com C = C + ( 3 E K / h,) (5.b)

iii. ã rigidez ã flexão lateral do cintamento, na direção horizontal perpendicular à menor dimensão da seção do pilar;

K = l 2 E [ ( r , / ! ' , ) + ( l t , / l ' J (6)

iv. ao empuxo passivo do aterro sobre a face lateral do pilar, no trecho entre o topo do bloco e as cintas; KAT, resultando em

FC, = K t + K + K t * 2,0 x103 dakN / m (7) fixai i c AT ' ' '

Com a ruptura brusca do pilar P12 (ou alternativamente do P13) todos os demais que constituíam os pórticos transversais principais (P/P,,. P../P,2. P/P,3 e P^P,*) f ° r a m levados à ruptura. Isto porque não havia elementos de ligação (vigamento nas duas direções ortogonais intertravando esses pilares) com rigidez à flexão suficiente para promover o necessário travejamento (ou "aporticamento") e conseqüente distribuição de cargas. Mais ainda, dado a falta de balanceamento existente de momentos transversais no nível de cada pavimento - conferido pelos "balancins" e voltados para dentro da estrutura - o colapso do edifício ocorreu subitamente como se fora uma implosão programada.

CONCLUSÕES

6.1) Deficiências de projeto que contribuíram para o colapso do edifício As seguintes deficiências de projeto podem ser apontadas como contribuindo para o colap-

so estrutural:

1. inexistência de cintamento na direção longitudinal da obra, principalmente no nível térreo, para impedir deslocamentos horizontais dos pilares e dos blocos de fundação sobre estacas es-beltas;

2. adoção de fundações em estacas de grande esbeltez em camada espessa de argila muito mole, coroadas por blocos não-travados, sujeitas portanto a um processo reológico de flambagem para cargas de serviço inferiores à carga resistente exigida pela norma NBR-6122, com coeficiente de segurança igual a 2;

3. falta de verificação rigorosa da estabilidade do conjunto pilar-estacas, tendo em vista as características desses elementos estruturais e a inexistência de cintamento na direção de menor rigidez, tanto do pilar quanto das estacas metálicas. Na ausência de estimativas de modelos teóricos, a segurança deste tipo de fundação em blocos não travados sobre estacas tão esbeltas deveria ter sido demonstrada por meio de provas de carga;

4. a concepção estrutural básica em "balancins" gerou momentos resultantes não balanceados nos pilares de cada pavimento, os quais, sempre volvendo para o interior do edifício, levaram a um colapso global semelhante ao de uma "implosão";

5. distribuição incorreta de cargas nos pilares apresentada no projeto original. Os resultados obtidos através de cálculo mais refinado indicaram que alguns pilares suportavam cargas maiores que as previstas no projeto, notadamente os pilares P12 e P13. Esta situação foi ainda mais agrava-da pela execução de mais um pavimento de cobertura e pela adoção de revestimentos de piso com espessura e peso por metro quadrado cerca de duas vezes maiores do que os valores consi-derados no projeto original.

6.2) Sobre o mecanismo de colapso total da estrutura Os resultados das análises apresentadas nos itens anteriores indicam o seguinte mecanismo

de colapso: processo relativamente lento de flambagem reológica, do conjunto pilar-estacas> sob acréscimos sucessivos de carga permanente devido a cada novo pavimento construído, levando o pilar PJ2 à ruptura por flexocompressão, durante estágio avançado do processo de flambagem.

A ocorrência desse mecanismo de colapso se deveu fundamentalmente à concepção estrutural não convencional, adotada tanto para as fundações quanto para os pavimentos, ambos sem trave-jamento longitudinal, a qual exigia uma verificação rigorosa da estabilidade e um dimensionamento dos elementos estruturais (estacas metálicas e pilares) com adoção de coeficientes de segurança majorados.

Bibliografia 1. Batista RC. Lopes FR (1987) Relatório Técnico Coppetec ET-15334. Análise das Causas do Desabamento do

Edifício RF-PA, Rio de Janeiro (61 páginas). 2. Batista RC. Carvalho EML. Lopes FR (1997), The Total Colapse of a Slender Reinforced Concrete Structure for

a Residential Building, submited to Forensic Engineering Int. Journal: Fl., USA. 3. Timoshenko S. (1961) Theory of Elastic Slability. Mac Graw-Hil l Kogakusha. New York. USA. 4. Davisson MT, Robinson KE (1965), Bending and Buckling of Partially Embedded Piles, 6lh Conf. on Soil

Mechanics & Foundation Engineering, USA.

O DESABAMENTO REPENTINO DE UM EDIFÍCIO DE 15 ANDARES

Dr . E n g ° A U G U S T O C A R L O S D E V A S C O N C E L O S

1 O ACIDENTE Uma pacata cidade do interior do Estado de São Paulo sofreu em 6 de novembro de 1964 o mais

terrível abalo de sua existência. Um belo edifício de 15 andares desabou repentinamente, sem qualquer aviso prévio, em pleno intervalo do almoço (foto 1). Pelo menos 14 mortos foram logo descobertos no meio dos escombros e maior número ainda de feridos. Alguns escaparam por milagre porque, poucos minutos antes, haviam se retirado do local "para fazer um lanche rápido". Foi um pesadelo para a cidade, que nunca presenciara nada parecido até aquela data. O fato está, ainda hoje, indelével na memória daqueles que presenciaram o acontecimento que mais parecia o efeito de uma bomba que caira do céu.

Ao se dissipar a poeira levantada, foi possível perceber o que restava do mais imponente edifício da cidade: um prédio quase concluído, de 10,2 m de largura por 83 m de comprimento, dividido ao meio por uma junta de dilatação, havia se transformado em alguns segundos num monte de detritos, sepultando operários, transeuntes e usuários junto com os sonhos e as econo-mias de cerca de 100 condôminos que haviam nele depositado as suas esperanças de progresso. Sobrou pouco menos do que a metade do conjunto, justamente a metade reservada a salas de escritórios, um clube e galeria de lojas (Corpo 1). A parte que ruiu (Corpo 2), da extremidade até a junta de dilatação, acabou arrastando, na queda, o tramo contíguo da parte remanescente. Foram reduzidos a pó os 54 apartamentos, que estavam na fase final dos acabamentos, e seis lojas. Na parte enterrada também foi destruído o recinto reservado para estacionamento de 50 carros.

Ninguém poderia acreditar que aquilo era verdade. Devia ser uma alucinação que tomou conta de toda a população e que mais tarde haveria de se desvanecer. Mas a realidade era outra. Os feridos se amontoavam nos hospitais locais e das cidades vizinhas. Médicos e enfermeiros se reuniram num esforço sobre-humano de salvar os que ainda possuíam alguma esperança de recu-peração. Foram mobilizadas pessoas da cidade e das vizinhanças para doação de sangue a fim de suprir as perdas daqueles que continuavam a sangrar. Foi uma hecatombe e até os políticos se sensibilizaram e lutaram por recursos financeiros e humanos.

Depois de passado o primeiro susto, foram providenciadas máquinas para remoção dos entu-lhos, sempre na esperança de encontrar alguém ainda vivo.

Vieram logo as opiniões dos "entendidos". Cada um tinha sua explicação para o que ocorrera. O edifício havia sido previsto para 12 pavimentos. Quando já estava alto, resolveram ampliá-lo para 15 andares. Evidentemente era esse o motivo. A ganância de tirar maior proveito fez com que se aplicasse uma carga maior em cada coluna, causando seu desabamento. As extremidades do edifício eram constituídas, até certa altura, por uma parede maciça de concreto, sem aberturas, sem janelas. Para compor a fachada lateral, foi previsto na base um grande vazio em forma de V invertido, criando uma enorme abertura abrangendo vários andares. A grande parede viria a se apoiar em apenas dois pontos no nível do térreo, teto da garagem, num grande pórtico. A base da parede precisou ser executada em ferro maciço, tamanha era a concentração de cargas. Os dois pontos de apoio da parede receberam o apelido de "pés-de-ferro". Era este, evidentemente, o motivo do acidente: os pés-de-ferro não possuíam boa ligação com o concreto e dele se separa-ram. É incrível a capacidade humana de criticar e de justificar, antes mesmo de conhecer o proble-ma. Economia de cimento era sempre o grande vilão da história. O segundo eram os alicerces: o terreno fraquejou... Por fim, foram os cálculos errados. Para a maioria, tais "cálculos" se referiam explicitamente à quantidade de "sacos de cimento" mal computada! Poucos tinham condições de

saber o que significa "cálculo estrutural". Mesmo assim, era muito mais fácil investigar os cálculos estruturais, que constituíam os únicos documentos expostos ao ataque. Erros de execução dis-solvem-se com os escombros. Capacidade de resistência do concreto também poderia ser investigada, pelo menos nas peças que não se esmigalharam.

O fato é que, se os cálculos são examinados, sempre se pode encontrar algo que não está perfeito. Seriam tais falhas suficientes para levar todo o edifício à ruína? Em que ponto ter-se-ia iniciado o processo de desabamento? Estaria naquele ponto o material mais fraco? Teria havido uma falha de concretagem? Por que o Corpo 1 não desabou também? Poderia ele ser reaproveitado?

Nem todas estas perguntas poderiam ser respondidas satisfatoriamente. Sempre seria possível ima-ginar um mecanismo de ruína que explicasse o que aconteceu, porém não totalmente livre de críticas. O fato é que no final não foi possível afirmar que os cálculos estruturais estavam errados. Se eles pudes-sem ser aprovados, sem qualquer sombra de dúvida, permaneceria a incógnita: por que aconteceu, com carregamento muito menor do que aquele previsto e adotado no projeto? Como justificar falhas tão importantes no concreto dos pilares, que não tivessem sido notadas pelo lado externo?

Os esclarecimentos dados a seguir não têm por objetivo encontrar culpados. Constituem uma maneira honesta de encarar o problema, mostrando não ser possível incriminar alguém, na ausên-cia de uma certeza absoluta de tudo o que poderia ter ocorrido.

REPERCUSSÃO DO DESASTRE Notícias de desastres, principalmente quando há mortos, espalham-se com a rapidez de um

relâmpago. A revista americana ENR (Engineering News Record) traz sempre notícias de casos de infortúnio, procurando alertar os engenheiros contra a repetição de casos semelhantes. Esta revista constitui o melhor documentário para consultas de acidentes de todos os tipos. Em seu número, editado em 12 de novembro, somente seis dias após o acidente, sem tempo para uma

reportagem mais completa, a ENR noticiou em apenas oito linhas a ocorrência, na seção "The Construction Week": "Acréscimo em edifício foi excessivo". As informações colhidas não foram totalmente corretas. A revista menciona que ocorreram pelo menos 36 mortes e que o edifício de 15 andares desabou provavelmente porque as colunas não tinham condições de suportar os cinco andares adicionais. Que os projetistas largaram o projeto quando o proprietário insistiu em acres-centar cinco pavimentos.

Em primeiro lugar, naquela data ninguém sabia quantos eram os mortos, havendo sido encon-trados apenas 14 corpos. O número de pavimentos adicionais, além dos 12 projetados, era três e não cinco. O projetista modificou o projeto, estudando o acréscimo e reforçando os pilares onde foi necessário. A revista adiantou que a causa provável teria sido o acréscimo de peso. o que não se mostrou verdadeiro após o término dos estudos. Foi uma conclusão apressada.

Outro número da revista, editado duas semanas depois (26 de novembro), contém uma fotogra-fia da parte remanescente do edifício, e uma pequena notícia: "Collapse of Brazilian Building is under Investigation as Wreckers Ponder Salvage Job". Agora fala em 40 mortos. Contratistas para demolição estudavam o modo de remover as lajes pendentes que se dobravam umas sobre as outras como "um monte de tampas de mesa de refeição". Afirma ainda que o proprietário, a despei-to dos protestos dos projetistas, teria insistido no acréscimo de cinco novos pavimentos. O Esta-do nomeou uma comissão para estudar o colapso. A comissão examinaria as fundações depois de terminada a remoção dos escombros. E nada mais acrescentou.

Esta notícia deve ter alarmado, não somente os Estados Unidos, mas também países da Euro-pa, onde circula, com grande público, a revista ENR.

Amostras de concreto foram escolhidas nas peças que estavam em boas condições. O IPT de São Paulo desdobrou-se, investigando tudo o que era possível de ser avaliado. Corpos de prova extraídos das peças sãs, mesmo com possíveis microfissuras internas, produzidas durante a queda, mostraram que a resistência do concreto era satisfatória, apesar de a execução não ter sido objeto de controle de qualidade, como se costuma fazer hoje em dia. Amostras do aço também foram investigadas com resultados satisfatórios. As peças intactas não revelaram deficiência de resistência nos materiais utilizados. Isto não significa que eles tenham sido aplicados corretamen-te. As peças que se esmigalharam, ou estavam com falhas ou os esforços aplicados durante o desabamento foram de tal grandeza que esmigalhariam qualquer material perfeito. Eventuais fa-lhas de aplicação, com grandes vazios internos não preenchidos, nunca poderiam ser detectadas. Poderiam entretanto ser presumidas como se verá mais adiante.

Outra análise possível se refere aos escombros. Pela posição das peças no meio dos entulhos, sempre é possível imaginar qual teria sido a mecânica da queda. Daí seria possível presumir como havia começado a ruína. Porém, sempre se pode encontrar outra seqüência compatível com a posição final das peças. O que se pode fazer não passa de conjeturas. Eis duas delas.

A figura 1 mostra uma planta do andar-tipo do edifício sinistrado. Pela planta se percebe a existência de dois pilares P40 e P47 que "poderiam" ter sido os causadores do desastre. Outro ponto criticado foi a viga V4 que se apoiava num consolo sobre a viga V44 que, por sua vez, se apoiava nos pilares fora do seu eixo. Os efeitos de torção na viga V44 foram alvo de muita discussão, numa época em que não era muito comum a adoção de grandes redistribuições de momentos por plastificação. Não serão feitas aqui quaisquer críticas sobre as opiniões emitidas. Apenas os fatos serão apresentados para que o leitor tome conhecimento do que foi discutido e use o resultado dos pensamentos de cada um para seu próprio proveito.

ANÁLISES DESENVOLVIDAS NOS ESCOMBROS

O MECANISMO DA QUEDA

Fig. 1

Planta do andar-tipo com indicação dos elementos estruturais referidos no texto

Os projetistas elaboraram um relatório sério, com a intenção de explicar o que teria acontecido. De seus estudos foram extraídas as figuras 2 e 3 que procuram dar uma explicação plausível do mecanismo da queda.

Essas figuras são suficientemente claras para explicar como teria ocorrido a ruína. Todo o raciocínio dos projetistas foi baseado nas posições encontradas nos escombros, dos já batizados "pés-de-ferro" dos pilares P40 e P47. Estes "pés-de-ferro" eram maciços, com 21 cm de espes-sura e cerca de 2,0 m de altura. Sua superfície superior era ligeiramente inclinada para que pudesse receber o leque de barras de aço que se desenvolviam ao longo da parte variável do pilar, afunilando-se na base. Foram previstos nos "pés-de-ferro" furos de 0 2 5 mm, rosqueados, para atarrachar as barras de mesmo diâmetro. Essas barras dispostas em três camadas parale-las de 12 barras cada uma, conforme mostra o esquema, ficariam rigidamente ligadas aos "pés-de-ferro", que funcionariam como prolongamento natural das barras numa região em que elas ficariam muito juntas uma da outra. A execução da parte metálica parecia ter sido perfeita. A base era encaixada num berço, também metálico, onde era permitida sua rotação, com impedi-mento da movimentação horizontal. Aparentemente não existiam falhas de execução da parte metálica. Todas as barras estavam suficientemente bem encaixadas no maciço metálico, possi-bilitando um trabalho conjunto. A separação entre as barras era tal que possibilitava um bom preenchimento com concreto. Esse preenchimento exigiria um acompanhamento cuidadoso do lançamento e da vibração do concreto.

Ao serem removidos os escombros, notou-se que o pé-de-ferro de P40 havia caído dentro do porão (garagem) e o de P47 fora lançado para o lado oposto, sobre o terreno que circundava o edifício. Isto levou os projetistas a presumirem que a parede cega do final do edifício, resultante da fusão de P40 e P47, teria sofrido uma rotação "contra-relógio", olhando de cima.

A observação do pé-de-ferro de P47, caído na área externa, mostrava que a maioria das barras havia rompido na seção da interface: as barras trabalharam, na queda, reagindo fortemente com sua máxima resistência, sendo a seção de engastamento a seção crítica de ruptura, conseqüên-cia evidente da existência dos filetes. Isto constituía uma evidência de que as barras foram efeti-vamente solicitadas à tração e que, portanto, havia boa aderência entre concreto e aço. Pelo contrário, o pé-de-ferro de P40, caído no porão, não apresentava nenhuma barra rompida. Uma cabeleira de ferros retorcidos evidenciava não ter havido boa aderência entre concreto e aço, causando a separação dos dois materiais. Provavelmente, a existência de grandes vazios inter-nos teria causado a flambagem das barras junto ao pé-de-ferro, dobrando o pilar como se tivesse sido formado um joelho.

Esquema preparado pelos projetistas para explicar o mecanismo do desmoronamento

Ao perder sua sustentação, os pilares P40 e P47 arrastaram o restante da estrutura até o limite da junta de dilatação. O mecanismo correspondente foi interpretado pelos projetistas conforme esquema da figura 3.

Outro mecanismo da queda foi imaginado pelo relator do processo. Segundo ele, a ruína havia começado no pilar P28. Esse pilar, propositalmente, não havia sido reforçado pelos projetistas, não obstante o acréscimo de carga com a adição de três pavimentos. Eles consideraram o reforço supérfluo, segundo suas hipóteses de cálculo.

O pilar P28 era o apoio central de uma viga contínua (V2-V4) simétrica de dois tramos de 8,70 m e com seção transversal de 80 x 38 cm (figura 4). Os apoios extremos da viga se realizavam num curto balanço (cerca de 1,0 m) de outras vigas (C37 e C46 - figuras 1 e 4) também de largura 80 cm. Em sua tendência a girar no apoio extremo, a viga provocaria torção no consolo. Sabe-se que no concreto armado a torção constitui sempre um sério problema e raramente se consegue dimensionar satisfatoriamente uma peça para resistir a grandes torções. No caso, o consolo não possuía, segun-do o relator, armadura transversal suficiente para este tipo de solicitação, sendo sua capacidade de resistência à torção 70 kN.m. O cálculo havia sido desenvolvido na hipótese de um apoio articulado, onde poderia eventualmente ser aplicado um momento negativo de até 70 kN.m. Os cálculos desen-volvidos pelo relator mostraram rotações nos extremos da viga da ordem de três vezes maiores do que a capacidade de rotação por torção do consolo.O pensamento do relator foi o seguinte: não existindo resistência suficiente no apoio livre, este teria rompido (por cisalhamento) junto com o consolo; toda a carga seria então transferida para o apoio central (P28) resultando um valor excessi-vo para o dimensionamento do pilar. O relator se manifestou de maneira absolutamente convicta de que as deformações da viga não seriam compatíveis com a capacidade de rotação do consolo.

Fig. 3

Esquema preparado pelos projetistas para explicar como o restante da estrutura foi arrastado para a ruína, o que se estendeu até a junta de dilatação

Fig. 4

Planta da viga V2-V4 mostrando seus apoios

O relator justificou amplamente seu ponto de vista apelando, inclusive, para a distribuição do entulho. Efetivamente, na remoção dos escombros, notou-se uma sensível acumulação de mate-rial nas vizinhanças de P28. A argumentação do relator de que a ruína não poderia ter-se iniciado por flambagem de P40 ou P47 apoiou-se nos seguintes fatos:

• fissuraçáo dos tubulões T65 (sob P40) e T71 (sob P47) • posição relativa dos pés-de-ferro após o desmoronamento • aspecto da armadura retorcida de P40 • rotação do "pé-de-ferro" de P40 • posição do centro de gravidade do entulho.

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Pilar 28 sem reforço para o aumento de 3 andares (o de maior carga)

Trinca Trinca

O relator afirma, portanto, que o colapso de P28 (ou de outro pilar na área de P28) ajusta-se perfeitamente à mecânica da queda e explica todas as peculiaridades mencionadas. A ruptura de P28 em sua extremidade mais baixa havia sido mostrada no laudo da Polícia Técnica por efeito da força normal. O aspecto dos ferros evidencia a ação de uma violenta pancada vertical, não existin-do sinais de flexão. O relator considera a ruptura de P28 como o fato que desencadeou o colapso da estrutura. Afirmou ainda que, se outro pilar tivesse rompido antes de P28, teriam aparecido na base de P28 sinais de flexão.

Não obstante sua convicção a respeito dos cálculos efetuados, o relator deixou ainda uma brecha para outras hipóteses ao dizer:"... ninguém pode afirmar com absoluta certeza qual a teoria real do colapso, isto é, como o colapso realmente ocorreu".

Atualmente o problema seria analisado por um prisma diferente, levando em consideração as armaduras existentes nos vãos e no apoio central da viga, a ductilidade do aço (CA-40B), a resistência do concreto (fck = 16 MPa) e a capacidade de rotação das rótulas plásticas formadas. Realmente, o momento fletor no apoio central para apoios extremos articulados era de 820 kN.m em regime elástico. Pela armadura existente, o momento em serviço não poderia ultrapassar 290 kN.m e, portanto, seria exigida uma plastificação para quase 1/3 do momento máximo. Haveria um grande aumento do momento positivo nos vãos. amplamente coberto pelas arma-duras positiva e negativa existentes. Somente um cálculo não linear, com levantamento do diagrama Momento-Curvatura é que poderia dar alguma luz sobre o problema. Naquela ocasião nem se poderia pensar nestes termos.

Reforço dos pilares Somente os pilares circulares P42 a P46 foram reforçados em toda a periferia, mediante

concretagem de um anel de 10 cm de espessura. Neste acréscimo foram colocadas 16 barras, das quais só a metade teria condições de atravessar a laje fora das vigas. Somente estas barras poderiam servir como arranques para as armaduras do pavimento seguinte.

Os pilares retangulares que foram reforçados receberam acréscimo apenas nas duas faces meno-res da seção transversal, quebrando 4 cm do pilar existente para que os novos estribos pudessem passar por trás dos ferros descascados. A largura não foi aumentada e os novos ferros longitudinais não tinham condições de atravessar as vigas que se apoiavam no pilar reforçado.

O IPT apresentou as seguintes críticas: • o comportamento real deste tipo de reforço é difícil de ser quantificado por um tratamento

teórico, ainda que aproximado; • da composição granulométrica diferente entre o concreto do pilar original e o do reforço

resultam módulos de elasticidade diferentes e, portanto, diferentes distribuições de cargas; • por causa da retração, a ligação dos dois concretos é precária; apenas a existência de

estribos de espaçados de 20 cm não constitui uma ligação confiável; • a concretagem é duvidosa, principalmente devido à retração, na superfície de topo do reforço,

abaixo da viga; • no reforço do pilar do elevador, a falta de continuidade vertical não garante uma desejável

distribuição progressiva de cargas.

Somente para se ter uma idéia do funcionamento de tal tipo de reforço, o IPT realizou um ensaio em que foram concretados pilares de 16 x 16 cm, reforçados em seguida do mesmo modo que no edifício sinistrado, para 16 x 26 cm, adicionando um trecho de 10 cm num dos lados. No ensaio a carga foi aplicada na área do pilar original de 16 x 16. Propositalmente o reforço não atingiu o prato da máquina de ensaio. Como conseqüência do ensaio verificou-se que não existia transmissão de carga para o reforço por efeito de "bloco parcialmente carregado". A

• OBSERVAÇÕES FEITAS PELO IPT

parte do reforço se destacava do restante por ausência de armadura transversal, deixando de contribuir para o aumento da resistência.

O IPT concluiu pela ineficiência do reforço nos pilares retangulares.

Caso especial dos "pés-de-ferro" Os "pés-de-ferro" foram examinados mediante extração de corpos-de-prova para medida da

resistência e da composição química. As dimensões foram verificadas e foi estudada a possibili-dade de montagem com erros de posicionamento capazes de comprometer o funcionamento. Nada foi constatado de anormal. Apenas foi alertado para o fato de que a quantidade de aço em três camadas de barras de 1" na seção de junção de 21 x 100 cm conduzia à percentagem de armadura de 10,6% (máximo valor permitido na NB-1:6%). Um dos motivos para esta limitação é a dificulda-de de adequada compactação do concreto, favorecendo a produção de "ninhos". O outro motivo se refere ao trabalho conjunto dos dois materiais, sem o que não existe o "concreto armado".

10.17

Detalhe A ( e m p e r s p e c t i v a )

Fig. 5

Vista da fachada lateral com os pilares P40 e P47

Flambagem de P40 e P47 Com o acréscimo de três pavimentos foi revista a flambagem dos pilares com os "pés-de-ferro".

De fato, com a carga permanente de 2950 kN em P40, o coeficiente de segurança à flambagem era 2,4, inferior ao valor 3,0 exigido na NB-1 (*). A carga de flambagem foi calculada como se o pilar fosse de um só material de módulo de elasticidade 10 GPa e momento de inércia da seção homogeneizada com n = 21. A carga de flambagem foi determinada com duas hipóteses:

( ' ) E s t a e x i g ê n c i a e s t á s e n d o s u p r i m i d a n a r e v i s ã o d a N B - 1 e s ubs t i t u í da p e l a v e r i f i c a ç ã o d a e s t a b i l i d a d e g l o b a l .

Pé de aço Ca37

Roforço dos pilaros P40 o P47 para absorver efeito de flambagem. executado mais de 1 ano e meio após a concretagem dos pilares

% de ferro no concreto 8.7% acima das normas brasileiras NB-1

• considerando inoperante o contraventamento realizado na altura de 6,0 m entre o berço de apoio e o 1o teto; foi encontrado o valor Pfl = 7070 kN; • considerando eficiente o contraventamento; o valor encontrado para a carga crítica foi 7950 kN. No 10 caso, o comprimento livre de flambagem era 10 m entre o berço de apoio e o 2o pavimento,

onde o pilar foi considerado engastado. O IPT alerta também para o fato de que o contraventamento foi realizado somente dois anos

depois da concretagem do pilar. Uma retração de 0,00015 do novo concreto poderia ter causado o aparecimento de uma força horizontal de 38 kN no pilar, causando excentricidade da força normal.

Cálculo de vigas No cálculo do andar-tipo o IPT concentrou sua atenção nas vigas V2 e V4 apoiadas no P28. A

figura 6 mostra o diagrama adotado no projeto original, de momentos fletores em serviço (carga total uniformemente distribuída de 42,2 kN/m) com a plastificação de 65% do momento negativo no apoio central.

Cotas em m P 2 8 Momentos fletores em kN.m

Diagrama de momentos fletores da viga V2-V4 segundo o projeto original

Foram consideradas duas condições limites: • continuidade no apoio em P28 • formação de rótula plástica em P28. Nos extremos a viga contínua é apoiada em consolos (balanços nas vigas dos elevadores). As

cargas nos consolos são muito diferentes nas duas hipóteses mencionadas. A rotação nos apoios extremos uondiuiona a carya tolal nos» consolos e no pilar P28.

O IPT menciona que na hipótese de formação de rótula em P28 as reações nos consolos aumen-tam, o que não tem importância porque ali o coeficiente de segurança é elevado graças à hipótese feita pelos projetistas (balanço do consolo até o centro do elevador!). Nos vãos a viga possui arma-dura positiva suficiente para resistir aos maiores momentos de carga permanente, que resultam da plastificação no apoio. Na face do apoio em P28 também existe armadura suficiente para resistir ao momento de engastamento perfeito. Entretanto, como o pilar P28 é oco (furo do lixo!), a viga possui variação brusca de seção transversal. Ali a armadura se torna insuficiente se não houver plastificação. O IPT afirma que existe boa ligação da viga com o pilar, inclusive com estribagem especial.

Nos apoios extremos, tanto a viga como os consolos possuem seção 80 x 38 cm. A carga apl icada no consolo encontra, por parte dele, uma certa resistência à rotação livre, que se

traduz por um pequeno momento fletor na viga (70 kN.m) e um momento de torção igual no consolo. Foi verif icado existir armadura longitudinal suficiente no consolo para resistir à torção de 70 kN.m. A armadura transversal entretanto foi considerada pelo IPT (contestado pelos projetistas, como já mencionado!) apenas no trecho de 25 cm entre a face da viga contínua V2-V4 e a face do pilar P30 (ou P31) do elevador, onde se apóia o consolo. O IPT admit iu neste espaço a existência de apenas um estribo de 3/8" (o últ imo dos cinco estribos de 3/8" existentes na região do pilar) e um estribo de 5/16" (um dos dois estribos de 5/16"existentes). Dentro deste critério, sendo necessários 2,15 cm2 de aço na armadura transversal, só se poderia contar com 0,8 + 0,5 = 1,3.

No que diz respeito ao vento, o IPT afirma que o acidente ocorreu em dia de absoluta calmaria(*). Por este motivo o efeito do vento não foi levado em conta como tendo contribuído para o desastre.

Coeficiente de segurança de pilares Na verificação dos pilares o IPT constatou a existência de coeficientes de segurança dos pilares,

mesmo antes do reforço, inferiores a 2 (valor prescrito pela NB-1). Como o P28 não foi reforçado seu coeficiente de segurança também deveria ser inferior a 2.

Conclusão do IPT No laudo da Polícia Técnica, que reproduz a maior parte do relatório preparado pelo IPT, foram

transcritas as conclusões do IPT, mostrando não ser possível caracterizar de maneira fora de dúvida a causa do desastre.

As fundações, que não participaram do acidente, não haviam sido executadas de modo perfeito. Não foi possível determinar a tensão mínima de ruptura do concreto pela inexistência de resul-

tados de controle durante a execução. Na verificação foram usados os resultados provenientes de corpos-de-prova extraídos dos escombros. Na verificação foram adotadas tensões mínimas de ruptura menores do que as obtidas diretamente dos corpos de prova. Para os pilares foi adotado o valor de 16 MPa (a NB-1 permitia adotar o máximo de 15!). Para o cálculo de verificação das vigas foi adotado o valor 18 MPa. É citado que o coeficiente de segurança do P27, situado no Corpo 1 na junta com o Corpo 2, era apenas 1,11 na ocasião do desastre. Esse pilar ruiu na queda do Corpo 2, que arrastou consigo o trecho adjacente do Corpo 1, ficando as lajes correspondentes dependura-das, como mostra a foto 1.

A plastificação da V2-V4 no apoio central em P28 poderia ter acelerado a fissuração pela exis-tência de um vazio (buraco do lixo) dentro de P28, com conseqüente redução de seção de concre-to e de armadura negativa. Isto causou aumento de carga sobre os consolos (apoios extremos da viga). Com isto, a segurança dos consolos ficou diminuída.

O IPT discorda do cálculo original da viga que se apóia nos pilares do elevador, que não podem ser considerados como um pilar único. Com isto, a parte externa (P30) do pilar do elevador recebe uma carga maior do que a prevista.

O IPT insiste na ocorrência simultânea de esforços de flexão e torção no consolo que apóia a V2-V4, julgando que a segurança prevista em norma não foi atendida. Desta forma a solicitação no apoio central em P28 teria sido agravada. Como P28 não havia sido reforçado, seu coeficiente de segurança ficou em torno de 1,4.

O IPT assinala como uma possível causa de ruína o colapso do pilar P30, com a ineficiência do reforço, e se mostra perplexo com o fato dos pilares com "pé-de-ferro" do Corpo 1, inteiramente

(*) Pe lo re la tó r io de v e n t o s e m 1964, a s m á x i m a s v e l o c i d a d e s n o loca l en t r e j ane i ro e n o v e m b r o v a r i a v a m e n t r e 21 e 2 4 km/h .

de coluna

Área do P37 apoiando a viga

Caixa do elevador

Escada apoiada sobre a viga

Estribj

Laje nervurada ( 6 x 2 8 ) . ^

Perspectiva

idênticos aos correspondentes do Corpo 2, não apresentarem o mesmo defeito. Afirma então que o desabamento não teria tido origem nesses pilares e isto é corroborado pela análise da direção da queda e da fissuração dos tubulões que suportavam esses pilares.

O IPT não acena para uma possível falha de concretagem em P40 como eventual causa do desastre.

CONSIDERAÇÕES FINAIS De toda esta explanação, ficou patente existir discrepância de idéias, cada um dando uma

versão diferente, inclusive no laudo de um professor de Porto Alegre, também convidado para opinar. O resultado final de toda esta investigação foi que, não se poderia emitir uma opinião livre de objeções sobre a causa do desabamento. Desta forma não houve penalizações nem para os projetistas, nem para os construtores.

AGRADECIMENTOS O autor agradece a colaboração do Prof. Enge Marco Carnio na obtenção de jornais e dados

publicados sobre o acidente.

FUNDAÇÕES, CONTENÇÕES

E OBRAS DE TERRA

RECALQUE DE EDIFÍCIO COM FUNDAÇÃO EM SAPATAS DANIFICA A ESTRUTURA DO PRÉDIO

VIZINHO APOIADO EM ESTACAS M A R N I O E V E R T O N A . C A M A C H O

Hng° Civil, Professor Adjunto «ia F.scola dc Engenharia da Universidade Federal Fluminense, [Diretor Presidente da Tecnosolo S.A.

CARIJO S E D U A R D O M F E R N A N D E S Engu Civil, Geólogo, Professor Titular tia Universidade Federal do Rio de Janeiro,

MSc, D.C. I., Diretor Adjunto da Tecnosolo S.A.

• INTRODUÇÃO O presente relato técnico se refere a um problema estrutural grave ocorrido por volta de 1970,

quando o emprego de tecnologia de ponta evitou um acidente de grandes proporções. As testadas dos edifícios construídos ao longo da Avenida Presidente Vargas, na cidade do Rio de

Janeiro, estão praticamente no mesmo alinhamento do meio-fio. O recuo uniforme dos andares térreos e das sobrelojas permitiu a criação de uma ampla galeria semi-aberta, que abriga os passeios de ambos os lados do logradouro, protegendo os transeuntes das intempéries (ver figura 1).

C o r t e t ransversa l da frente dos edifícios da Av. Presidente Vargas

Para assegurar a homogeneidade do aspecto externo das construções, cujas empenas laterais são todas adjacentes em cada quarteirão, separadas apenas por uma junta vertical, o código de posturas municipais fixou para aquela avenida vários parâmetros construtivos, mantendo cons-tantes a forma cilíndrica, as dimensões e o espaçamento entre os pilares das fachadas dos prédios (ver figura 2).

F ig .2

Fachadas e tipos de fundação dos Edifícios A e B

DESCRIÇÃO DO PROBLEMA Em decorrência da justaposição das edificações, no trecho da galeria os pilares situados nas divi-

sas laterais são obrigatoriamente pilares de seção transversal semicircular para, somados dois a dois, darem a impressão visual de um pilar único igual aos demais pilares da fachada (ver figura 3).

Portanto, estes pilares de divisa lateral transmitem excentricamente sua carga vertical a suas respectivas fundações.

Nesta região da cidade o subsolo é, em geral, constituído nos três primeiros metros de profun-didade por uma camada de aterro de baixa resistência, contendo areia fina e pedregulhos; em seguida vem uma camada muito compacta de areia fina com espessura variando de 3 m a 5 m e, abaixo dela, uma camada de argila siltosa, mole no seu topo e mais consistente à medida que a profundidade aumenta, portanto, potencialmente compressível. Em face destas características geotécnicas, as fundações profundas foram as mais utilizadas nas diversas estruturas. A crava-ção das estacas que foram executadas obteve nega numa camada de areia fina muito compacta situada a cerca de 20 m de profundidade.

Edifício A Edifício B

i r r r n Y " r i Tf m i m l l l l m m i l l l l m i m l l l l ' M l l l l • I I I

• r i i ' 1 Local do reforço

da fundação

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1 " T m n V m i m 1111111 m i m * 11 u m

• r i l

Corte A-A Corte B-B

fundação em sapatas do Edifício .1

Revestimento cm granito

F ig .3

Situação das fundações dos Edifícios A e B antes da ocorrência de recalques

Foram construídos na Avenida Presidente Vargas dois edifícios com estrutura em concreto armado, vizinhos e de porte assemelhado, sendo o Edifício A assente em fundação superficial e o Edifício B assente em fundação profunda, conforme mostra a figura 2. A adoção de tipos de fundação diferentes para dois prédios adjacentes não constitui, em princípio, uma solução conve-niente numa região onde ocorrem solos deformáveis. Com efeito, o Edifício A, com fundação em sapatas situadas acima da camada compressível do subsolo, exerceu três influências prejudici-ais à estabilidade do Edifício B, seu prédio vizinho apoiado em estacas:

a) por ter recalcado diferencialmente mais do que o Edifício B, pendeu sobre ele, exercendo, por atrito no contato, face à ausência de junta de movimento adequada, uma sobrecarga na estrutura e nas estacas do Edifício B;

b) o campo de pressões verticais atuantes no interior do solo, produzido pelas sapatas, provocou o adensamento da camada de argila mole, ocasionando atrito negativo nas estacas do Edifício B;

c) o campo de pressões horizontais provocou, adicionalmente, flexão nas estacas. Em decorrência do acréscimo de cargas verticais na estrutura do Edifício B, constatou-se o

esmagamento do concreto dos pilares situados na divisa lateral e em suas proximidades. As vigas de equilíbrio dos blocos de estacas excêntricos romperam-se na posição de sua junção com os blocos de estacas internos, a ruptura tendo sido facilitada por uma junta de concretagem feita justamente nessa posição. Os resultados do controle de recalques então instituído e a elevação das pedras portuguesas do piso de passeio evidenciaram que a edificação estava em sério risco de sofrer um acidente (ver figura 4).

Fig .4

Situação das fundações dos Edifícios A e B após a ocorrência de recalques

Fissuras nos pilares do Edifício B dcconentes

do esmagamento do concreto

Não se constatou aumento progressivo da inclinação do Edifício A, mas o efeito das sobrecar-gas se estabilizou em um valor suficiente para danificar os pilares e as vigas de equilíbrio do prédio vizinho.

3 j O PROJETO DE RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL A restauração da verticalidade do Edifício A exigiria uma complicada e onerosa metodologia

executiva que, se fosse realizada, não prescindiria da recuperação estrutural do Edifício B. Dentro desta ótica, foram estabelecidas as seguintes diretrizes:

a) não reaprumar o Edifício A; b) reforçar as fundações em estacas do Edifício B para suportar o incremento de carga vertical; c) restabelecer o funcionamento das vigas de equilíbrio que foram rompidas no Edifício B; d) recompor o concreto esmagado dos pilares danificados no Edifício B. A fim de não suscitar apreensões desnecessárias, foi preciso projetar e executar os reparos

exigidos de tal forma que os usuários de ambos os edifícios não se apercebessem do comprome-timento estrutural ocorrido. Informações imprecisas e um grande aparato de obras poderiam gerar preocupações infundadas nos freqüentadores dos prédios e provocar uma desvalorização imobili-ária indesejável e prejudicial aos proprietários. A metodologia executiva adotada evitou grandes perturbações nas áreas de reparos e os trabalhos se assemelharam a simples obras de manuten-ção de pisos e de revestimentos. Entretanto, é bom deixar claro que em nenhum momento houve risco de colapso iminente da estrutura, situação atestada pelo acompanhamento dos sistemas de controle implantados.

O reforço das fundações do Edifício B foi feito através da execução de microestacas verti-cais incorporadas aos blocos de estacas existentes. As perfurações foram executadas por meio de sonda rotativa, utilizando hastes de revestimento compatíveis com o pé-direito disponí-vel no local. A incorporação das novas estacas aos blocos existentes exigiu a remoção de pequenas áreas do revestimento do piso, limitadas à circunvizinhança da base de cada pilar (ver figura 5).

Chumbadores r

Injeções dc epóxi para recuperar

• concreto dos pilares

Siluaçâo após as obras de recuperação dos pilares e fundações do Edifício B

Microestacas para reforço

das fundaçtVrs

O restabelecimento do funcionamento das vigas de equilíbrio foi obtido com a instalação de pares de tirantes verticais ancorados no solo e protendidos no topo das vigas de equilíbrio, justa-postos às faces laterais dessas vigas nas proximidades das seções onde ocorreu a ruptura do concreto. A protensão dos tirantes contrabalançou e equilibrou o sistema de forças atuantes na fundação. Não houve necessidade de cortar o concreto das vigas e dos blocos para substituição das armaduras escoadas e rompidas, o que exigiria a remoção de largas faixas do piso do pavi-mento térreo na posição das vigas e uma vasta escavação para permitir o acesso a esses elemen-tos estruturais. É importante assinalar que o trabalho de recuperação junto aos blocos internos afetaria também as alvenarias e os pisos mais nobres do interior do prédio, aumentando os custos de recomposição e os transtornos aos usuários. A técnica adotada necessitou apenas da remo-ção de pequenas áreas em pontos localizados do piso em pedras portuguesas, material de fácil, rápida e discreta recolocação.

A recomposição do concreto esmagado nos pilares foi a operação mais delicada e artesanal, porque era imperioso manter inalteradas as dimensões da seção transversal original dos pilares face às posturas construtivas. O revestimento dos pilares, executado em placas de granito apicoado fixadas ao concreto por meio de argamassa de assentamento, tinha uma espessura total de 12 cm. Ambos os materiais foram removidos desde a base dos pilares junto ao topo dos respectivos blocos até o fundo da laje cogumelo do teto da galeria. No espaço antes ocupado pelo revestimen-to original foi aplicada uma camada de concreto armado, dosado com adição de epóxi e com resistência à compressão 300 % mais elevada do que a do concreto antigo, que foi previamente tratado com injeção de resina epóxi de baixa viscosidade. Para garantir a aderência entre o concre-to novo e o antigo foi aplicada cola epóxica em toda a superfície do concreto danificado. A superfície externa do concreto de encamisamento foi apicoada para se obter uma semelhança com o revestimento em placa de granito e as juntas foram recompostas.

Nos pilares de seção transversal semicircular, situados na divisa lateral do Edifício B, não foi possível executar o encamisamento em toda a seção transversal, conforme foi feito nos pilares internos, tendo em vista o impedimento construtivo causado pela pequena abertura das juntas de construção e a obrigatoriedade de manter separados os pilares de cada edifício, pois os mesmos se deformam de modo diferenciado e independente, em função de suas respectivas solicitações e tipos de fundação. Nesses pilares da divisa lateral o encamisamento foi portanto parcial, abrangendo somente a superfície curva, em cujas extremidades foram fixados chumbadores no concreto antigo para garantir a ancoragem dos estribos da armadura de reforço.

Os trabalhos de recuperação estrutural foram realizados em 1970 e durante os 15 anos seguin-tes a monitoração dos movimentos dos dois prédios não indicou valores fora dos limites conside-rados aceitáveis, o que levou à suspensão do controle. Hoje, decorridos 27 anos após o acidente, não temos notícia de nenhuma seqüela grave na estrutura. Os poços dos elevadores, por exem-plo, não apresentaram problemas significativos de desaprumo, capazes de prejudicar o funciona-mento dos elevadores. Apenas alguns pisos üe salas ainda mostram sinais de desnivelamenlo, herança da fase anterior às obras de recuperação descritas.

A descrição do acidente em pauta teve o caráter de um simples relato histórico e dissertativo dos problemas ocorridos. Não citamos dados técnicos qualitativos e quantitativos, relativos aos movimentos das duas estruturas ou ao dimensionamento do projeto de recuperação e de reforço estrutural, por serem os mesmos demasiadamente extensos e detalhados. Também as figuras apresentadas são esquemáticas e não estão amarradas a escalas ou dimensões. A Tecnosolo

O CONTROLE DOS RECALQUES

CONCLUSÃO

mantém arquivado todo o acervo técnico referente ao presente caso e o coloca à disposição dos colegas interessados em consultá-lo.

Nosso propósito foi o de caracterizar que quando duas construções, adjacentes e situadas em terrenos de mesma constituição geológica e geotécnica, são sustentadas por tipos de fundação diferentes, elas ficam sujeitas a comportamentos diferenciados que podem causar problemas estruturais graves.

Também nos pareceu importante mostrar a simplicidade da concepção do projeto de reforço estrutural do Edifício B, cuja execução causou poucos transtornos aos usuários dos dois prédios envolvidos no acidente, graças principalmente ao emprego de tecnologias de ponta, arrojadas para a época, como as microestacas (presso-ancoragens) de pequeno diâmetro e grande capacidade de carga, os tirantes protendidos ancorados no solo e as resinas epóxicas.

TUBULÃO ROMPE EM MONUMENTO DIRCEU DE ALENCAR VELLOSO

D.Sc., M.Sc., l:.ng° Civil, Professor Titular da C O P P I - / U I R J

C R I S T I N A H A G U E N A U E R N A E G E L I

D.Sc.. M.Sc., Eng* Civil. Professora Adjunta CI-1'líT-PR

H E N R I Q U E D E C A R V A L H O V I D E I R A

Graduando cm Kngcnharia Civil, Kscola de lingenliaria, LTR)

m O PROBLEMA O monumento a Caxias, em Brasília, projeto do arquiteto Oscar Niemeyer, é uma obra monolítica

em concreto armado, próxima ao Ministério do Exército (figuras 1 e 2 e fotos 1 e 2). Quando se iniciava a retirada do escoramento metálico, percebeu-se que a estrutura se movimen-

tou. O escoramento foi reapertado e procedeu-se a uma inspeção das fundações do apoio central. Foi constatado que um tubulão estava rompido, com nítido deslocamento relativo, na horizontal, conforme mostra a figura 3. Essa configuração de ruptura indicava a atuação de cargas não previstas no projeto de fundações. A partir daí, a firma Estacas Franki Ltda., responsável pelo projeto e pela execução das fundações, pediu ao proprietário da obra que refizesse o cálculo estrutural do monumento.

Esse novo cálculo foi realizado pela Coppe-Coordenação dos Programas de Pós-Graduação de Engenharia, da Universidade Federal do Rio de Janeiro. A orientação foi dada pelo professor Fernando Lobo Carneiro, que contou com o auxílio dos professores Paulo Alcântara Gomes e Sérgio Ferreira Villaça. Na tabela 1 estão indicados os resultados mais desfavoráveis* dos dois cálculos.

O projeto de fundações tinha sido elaborado a partir dos valores indicados na tabela 1 como cálculo original. A comparação dos resultados mostra claramente a causa do sério acidente que poderia ter ocorrido.

Foto 1

Vista geral do monumen to

Vista dos apoios B e C

• Na tabela 1 não es tão ind icadas as forças hor izontais que a Coppe calculou.

Fig. 2

Fôrma esquemática cio monumento -planta e elevação

I I I D!

APOIO C Á L C U L O REAÇÃO ( V ) - k N MOMENTO (ML) - k N m M O M E N T O ( M t ) • k N m

A ORIGINAL 25.000 - -

COPPE 35.270 148.600 3.530

B ORIGINAL 14.850 • 26.000

COPPE 33.970 58.940 41.450

C ORIGINAL 6.650 - -

COPPE 7.790 53.500 38.140

Tabela 1

Valores das solicitações nos apoios, comparando o cálculo original com o cálculo realizado pela Coppe

I 2 | O REFORÇO DAS FUNDAÇÕES Foi elaborado um novo projeto de fundações em tubulões escavados a céu aberto, com 1 m

de diâmetro e dimensionados para uma pressão admissível de 0,6 MPa. A figura 4 apresenta uma planta que mostra as fundações originais e as do reforço; essa configuração de reforço da infra-estrutura está representada em corte na figura 4a. Para melhorar a aderência entre o bloco de reforço e o bloco original foram utilizados cabos de protensão dispostos em planos horizon-tais (figura 5); os novos tubulões concebidos para reforço desse bloco estão apresentados em detalhe na figura 5a.

Para incorporação sob tensão dos novos tubulões foi adotado o detalhe mostrado na figura 6. Entre o topo do tubulão e o fundo do bloco foi colocado um macaco tórico que permitia, então, aplicar a força desejada. Em seguida, por meio dos tubos deixados através do novo bloco, os topos dos tubulões eram concretados. Ao contrário dos originais, os novos tubulões foram arma-dos à flexão composta.

• CONCLUSOES Terminada a incorporação dos novos tubulões, procedeu-se à retirada do escoramento. A

operação foi monitorada pela Coppe e os deslocamentos constatados foram absolutamente des-prezíveis.

Fig. 4

Planta de conjunto. Ilustra a grandeza das fundações de reforço em relação às originais

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Bloco de coroamento central. Cabos de protensão para melhorar a aderência do bloco de reforço ao existente

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Fig. 5a

D IÂMETRO DAS BASES D = 2.60 m UNIDADES E\1 cm

D IÂMETRO IX)S FUSTES

Detalhe dos tubulões de reforço do pilar central

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P L A N T A Detalhe da incorporação dos tubulões de reforço

COLAPSOS DE BARRAGENS POR TRANSBORDAMENTO FLAVIO MIGUEZ DE MELLO

MSc, llng" Civil, Prof. Adjunto da llscola de llngcnharia - UFRJ

u INTRODUÇÃO A causa mais freqüente de ruptura de barragens de terra é devida a transbordamento, o Brasil

não sendo exceção a esta regra. Várias barragens de pequeno porte, a maioria carecendo de quali-dade de projeto, romperam por ocasião de cheias. Tendo em vista o pequeno porte dessas estruturas e as limitadas conseqüências, não há registro técnico desses acidentes. Dois casos de acidente dessa natureza, entretanto, ocorreram em barragens mais expressivas, tendo sido de maior vulto e analisados no âmbito do Comitê Brasileiro de Grandes Barragens. O presente trabalho resume os colapsos das barragens de Euclides da Cunha e Limoeiro (Armando de Salles Oliveira), devido a transbordamento causado por operação inadequada de vertedouro, e da barragem de Orós, devido ao não cumprimento do cronograma de construção que havia sido estabelecido em projeto. Os co-lapsos dessas três barragens causaram grandes impactos econômicos e ambientais.

As barragens de Euclides da Cunha e Limoeiro foram implantadas no rio Pardo, São Paulo, constituídas por maciços de terra compactada com 60 m e 35 m de altura, respectivamente. Em Euclides da Cunha a sala de controle, anexa à casa de força (94 MW), era subterrânea, sendo o único vertedouro de superfície com duas comportas de segmento, com capacidade total de 2.040 m3/s. Em Limoeiro, a casa de força (28 MW) era abrigada a céu aberto com único vertedouro de superfície, equipado com duas comportas de segmento com capacidade total de descarga de 1.800 m3/s. As barragens de Euclides da Cunha e Limoeiro represavam (e represam) reservató-rios com 13,4 x 10 6 m 3 e 25,4 x 106 m3 de volume total no nível d'água máximo normal. A seqüên-cia de barragens no rio Pardo, todas implantadas entre 1958 e 1996, era constituída, de montan-te para jusante, por três barragens de terra: Graminha (Caconde), com vertedouro de lâmina livre, não controlado, em tulipa, Euclides da Cunha e Limoeiro.

No dia 19 de janeiro de 1977 ocorreu na região a mais intensa precipitação de chuvas já registrada (de 0:00 horas às 21:00 horas em Caconde: 256 mm; de 0:00 horas às 21:45 horas em Limoeiro: 189 mm). A precipi tação diár ia registrada na c idade de Caconde nesse dia corresponde a um período de recorrência de 800 anos segundo a distribuição de valores extre-mos de Gumbel, de cinco mil anos pela distribuição log normal e de dez mil anos pela distribui-ção log-Pearson IV. A hidrógrafa de cheia afluente ao reservatório de Euclides da Cunha atingiu seu piquo pouco antes das 2:00 horas da madrugada do dia 20, no valor do 2.000 m3/s (pouco inferior à capacidade de descarga do vertedouro).

A casa de força de Limoeiro apresentava problemas de inundação para vazões defluentes elevadas que causavam níveis d'água exagerados no canal de fuga devido a não ter sido execu-tado. na época da construção, derrocamento a jusante. Esta característica determinava regra operacional que praticamente limitava a abertura das comportas de Limoeiro (e, conseqüente-mente, de Euclides da Cunha) a cerca de metade da suas alturas, com evidente restrição de vazão com relação à capacidade de descarga dos dois vertedouros.

Uma coincidência de informações e de comandos deficientes, restrições operacionais dos vertedouros (para evitar inundação da casa de força de Limoeiro por jusante) e deficiência do indicador do nível d'água do reservatório (o nível máximo do indicador era o nível máximo do reservatório, como projetado), a inexistência de um sistema eficaz de previsão de cheias e a falta

19 Caso: Deficiência de Operação

APRESENTAÇAO DO CASO

de um sistema eficiente de comunicação causaram o início do transbordamento às 20:30 horas. Com as comportas parcialmente abertas e com seus dispositivos de içamento danificados, a barragem de Euclides da Cunha resistiu por longo tempo a um transbordamento de mais de 1 m de lâmina d'água e sofreu colapso às 3:40 horas do dia seguinte.

A ruptura da barragem de Euclides da Cunha causou uma cheia que se sobrepôs à cheia natural, formando uma hidrógrafa efluente cujo pico atingiu a 3.670 m3/s.

A cheia artificial assim gerada incidiu, poucos minutos após, no também pequeno reservatório de Limoeiro, causando o transbordamento da barragem e o colapso do maciço direito e de uma sela na margem direita do reservatório. O reservatório a jusante, Marimbondo, implantado no rio Grande a muitos quilômetros de distância, é de muito maior volume (6,15 x 109m3). A opera-ção de Furnas em Marimbondo foi notificada imediatamente e abriu os vertedouros até a descar-ga efluente de 10.000 m3/s, menos da metade de sua capacidade de descarga (21.400 m3/s), com o objetivo de preservar as ensecadeiras de Água Vermelha, a jusante, naquela época em construção. Os 10.000 m3/s descarregados em Marimbondo tinham por objetivo a criação de um volume de espera para segurar as cheias natural e artificial que desciam pelo rio Pardo. O volu-me de espera assim criado foi mais que suficiente para acomodar totalmente o deflúvio do rio Pardo. Este procedimento caracterizou uma operação correta e precisa por parte de Furnas em condições de emergência. Imediatamente após os colapsos, a Cesp iniciava os trabalhos prepa-ratórios para reconstrução e promoveu uma revisão completa no sistema de operação e previ-são de cheias, no sistema de comunicação e nos critérios de operação destas e das outras barragens em operação. A revisão da descarga de projeto com base na precipitação máxima provável conduz a uma descarga de 3.100 m3/s para Euclides da Cunha, 1.060 m3/s acima da capacidade do vertedouro original. Essa capacidade adicional foi provida pela instalação de uma tulipa descarregando no túnel de desvio, que teve sua seção ampliada. A reconstrução da barra-gem e a instalação do vertedouro suplementar foram concluídas em 1980. Um vertedouro adi-cional com comportas de segmento foi também construído em Limoeiro, permitindo que um acréscimo de 1.200 m3/s na descarga de projeto possa ser escoado. A revisão hidrológica deter-minou um acréscimo de 900 m3/s na descarga de projeto de Graminha (Caconde).

3 CONCLUSÃO Os órgãos descarregadores de cheias são elementos fundamentais na segurança das barra-

gens. Cerca de 40% dos colapsos conhecidos são devidos ao transbordamento de barragens por insuficiência ou por operação deficiente de descarregadores de cheias. Verificações de se-gurança de barragens em operação têm conduzido, com alguma freqüência, à conscientização da necessidade de serem introduzidas mudanças nas regras operativas, deixando um maior volume de espera para amortecimento de cheias e/ou de executar obras de acréscimo da capa-cidade de descarga. Essas mudanças ou obras são devidas principalmente a um melhor conhe-cimento hidrológico, à disponibilidade de novos métodos de cálculo hidrometeorológicos (princi-palmente o determinístico da cheia máxima provável, baseado na precipitação máxima prová-vel), ao desenvolvimento e ocupação de áreas a jusante, aumentando sua importância sócio-econômica, à ocupação da área de drenagem com a conseqüente alteração das condições de propagação de cheias e à deterioração das estruturas e dos equipamentos de extravasamento, além da ocorrência de erosão nas estruturas de dissipação de energia, em outras estruturas ou na calha e nas margens do rio a jusante.

2- Caso: Não cumprimento do planejamento de construção

APRESENTAÇÃO DO CASO A barragem de Orós, concluída em 1961, é uma barragem de terra, zonada, com 64 m de

altura, com eixo acentuadamente curvo para fugir de grande depressão do rio, fundada em rocha a menos do espaldar de jusante, fundado em aluvião. O cronograma de construção previa

o tratamento de fundações na estiagem de 1957/1958. Após a passagem da estação chuvosa, a barragem deveria ser construída de outubro de 1958 a novembro de 1959 para que as descar-gas do período chuvoso seguinte (janeiro a maio de 1960) enchessem o reservatório e extrava-sassem pelo vertedouro de superfície, com soleira na cota 200 m. Intensas dificuldades financei-ras atingiram o proprietário da obra (Dnocs), que também era o construtor, a ponto de não serem conseguidas peças de reposição e e lementos de consumo para os equipamentos de terraplenagem durante a construção. Operações de crédito também se tornaram difíceis e a altura do maciço começou a ficar preocupantemente defasada do cronograma. A praça de compactação passou a ser reduzida nos espaldares para permitir velocidade de subida menos lenta, mas, mesmo assim, a estação chuvosa teve início com o maciço ainda muito aquém da cota da soleira do vertedouro. A estação chuvosa não estava sendo intensa em 1960. Entretanto, em meados de março, iniciaram-se chuvas intensas e 400 m3/s passaram através do túnel de adução da futura (e até hoje não implantada) casa de força, correspondentes à sua capacidade de vazão. O excesso de descarga afluente ficou retido no reservatório, elevando seu nível à cota 180 m em nove dias, estando o maciço na cota 183,4 m. Novas precipitações elevaram a des-carga afluente a 2.250 m3/s. Como os picos de cheias são de pequenos volumes, elevou-se, mesmo sob chuva contínua, a parte montante do núcleo à cota 190 m em 24 horas. O nível d'água continuou a subir e, na noite de 25/26 de março de 1960, o transbordamento começou a ocorrer sobre todos os 620 m de crista provisória. A espessura da lâmina vertente era de 0,30 m, a menos de um local selecionado e protegido precariamente por mantas plásticas, onde a lâmi-na d'água era de 0,80 m. Nessa altura o reservatório retinha 730 x 106 m3 de água. O maciço entrou em colapso numa extensão de 200 m, tendo sido carreados 900.000 m3 de terra (cerca de 40% do maciço construído) e gerando uma cheia sem precedente que atravessou 340 km do Estado do Ceará e cuja frente atingiu o oceano em quatro dias e o pico em seis dias e meio.

Os riscos decorrentes do não cumprimento do planejamento de construção podem acarretar conseqüências de proporções alarmantes. Esse risco é mais acentuado quanto menor for a autonomia financeira do empreendedor. Nesse caso, recursos que deveriam ter sido destinados ao Dnocs foram deslocados para outros empreendimentos considerados politicamente prioritários, tal como a construção de Brasília. A direção do Dnocs havia divulgado pela mídia esse risco meses antes do colapso da barragem. A avaliação da viabilidade financeira, característica dos empreendimentos privados e, em muitos casos, ausente nos empreendimentos governamen-tais, é tão importante quanto a avaliação das viabilidades técnica, econômica e ambiental.

BIBLIOGRAFIA

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5. Siqueira. GQ (1978). As Lições do Pardo. XII Seminário Nacional de Grandes Barragens. Sào Paulo - SP. vol. II,

CONCLUSÃO

137-170.

Barragem de Euclides da Cunha - Área do reservatório após o colapso da barragem. Em primeiro plano a estrutura da tomada d'água

Foto 2

Barragem de Euclides da Cunha - Trecho rompido da barragem. Vista para jusante

Foto 3

Barragem de Euclides da Cunha - rio Pardo escoando pelo trecho rompido sobre a galeria de injeção e drenagem da barragem

Foto 4

Barragem de Euclides da Cunha - Aspecto da erosão do talude jusante no trecho não rompido, após sete horas de transbordamento

Foto 5

Barrragem de Euclides da Cunha -Vertedouro com as comportas de segmento parcialmente abertas como estavam quando do colapso da barragem

Foto 6

Barragem de Limoeiro • Vista geral abrangendo a ruptura da barragem e da sela natural da margem direita do reservatório

Foto 7

Barragem de Limoeiro - Vertedouro com as comportas de segmento parcialmente abertas como estavam quando do colapso da barragem

Barragem de Orós • Transbordamento da barragem, vista de jusante

Foto 9

Barragem de Orós -Transbordamento da barragem, vista de montante

Foto 10

Barragem de Orós -Vista aérea da barragem após reconstrução

RUPTURA DE UM MURO DE CONTENÇÃO DE 18,4m DE ALTURA EM NITERÓI - RJ

VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA PhD, MSc, Hng" Civil, Prof. Titular tio Curso de Mestrado em Engenharia Civil da Universidade Federal Fluminense

M A R A T E I J J E S S A L L E S MSc, F.ng* Civil. Aluna dc Doutorado da Coppe/UI : RJ

I 1 I INTRODUÇÃO Embora a maioria dos acidentes que ocorrem no dia-a-dia da construção civil sejam des-

conhecidos até mesmo do meio técnico, há alguns, entretanto, que atingem proporções tais que tornam impossível a sua não divulgação. Neste trabalho será relatado o acidente ocorrido com um muro de contenção, de 18,4 m de altura e 36,7 m de comprimento, que, ao romper, seccionou vários pilares em dois blocos de apartamentos, de 23 pavimentos e 152 unidades cada, além de ter ocasionado danos diversos em uma série de elementos estruturais e em paredes divisórias dos edifícios.

I 2 l DESCRIÇÃO DO PROBLEMA O problema aqui descrito ocorreu no dia 18 de abril de 1990, após as fortes e prolongadas

chuvas que castigaram a região metropolitana do Rio de Janeiro. Tais chuvas, como será visto adiante, ocasionaram a ruptura de parte de um muro de arrimo e o deslizamento do talude que era por ele arrimado. Este muro, de altura total de 18,4 m, era parcialmente interligado à estrutu-ra de um dos blocos de apartamentos do edifício São Sebastião, também conhecido como Edi-fício dos Bancários, em Niterói, RJ, sendo que uma parte deste bloco estava a montante do muro, e o restante a jusante.

Ao ocorrer o rompimento do muro, cuja seção transversal está esquematicamente representa-da na figura 1, alguns pilares do pavimento térreo foram seccionados, sendo que, na altura do 4o

pavimento do prédio, um deles foi "arrancado" da estrutura. A par disto, várias vigas de ambos os blocos de apartamentos foram seriamente danificadas - por flexão, por tração e por compressão

Rua

Som otcali cota» em rrolroí

Corte esquemát ico da estrutura do muro

(esmagamento). A planta esquemática de situação, indicando a posição dos danos, está mostra-da na figura 2. As fotos 1 e 2 mostram um pilar e uma viga danificados, e a foto 3 mostra um aspecto da ruptura do muro de arrimo.

Pi la res a t i ng idos d o 4'- a o 7* p a v i m e n t o

Planta esquemática de situação

P i la res da ga le r i a d e s e r v i ç o a t i ng idos

P i la res a t i ng idos

Foto 1

Aspecto de um pilar danificado

Foto 2

Foto 3

Aspecto de uma viga danificada

Detalhe do rompimento do muro

L 3 J ORIGENS DO PROBLEMA O acidente ocorr ido teve origens muito anteriores ao instante do rompimento do muro, como

normalmente ocorre em acidentes estruturais deste tipo. Os primeiros sinais patológicos surgi-ram alguns anos antes do acidente, quando foram observados vazamentos de água, através do muro, durante os períodos de chuva. Estas infi ltrações eram, originalmente, de pequena monta, mas foram aumentando com o tempo, até que surgiram as primeiras tr incas na estrutu-ra, no encontro do muro com um pilar na altura do 4o pavimento do edifício. Tal fato já indicava c laramente a existência de sérios problemas com a estrutura do muro, e com a sua drenagem, mas não foram tomadas quaisquer providências para investigar suas origens, e muito menos para saná-los.

A análise efetuada no local indicou que foram múltiplos os agravantes do problema que leva-ram à ruptura do sistema estrutural composto muro-edifício. Um deles residia exatamente no

terreno que era arrimado pelo muro, já que se tratava de um solo de alteração, heterogêneo, que mantinha a configuração estrutural da rocha matriz, com planos de diaclasamento bem defini-dos, com tendência de deslizamento contra o muro, e que o pressionava. Além disto, qualquer água, oriunda da chuva ou não, que se infiltrava no terreno, tinha a mesma tendência de pres-sionar o muro, já que sua percolação no interior do maciço se dava segundo os planos de diaclasamento do terreno.

Um outro fator agravante do problema era o sistema de drenagem do muro, que foi construído com manilhas perfuradas que conduziam as águas captadas para fora do terreno do edifício. Tal sistema não tinha um lençol superior de brita para facilitar a captação e a filtragem das águas, estando obstruído por material sólido carreado por elas e por obras realizadas em sua extremi-dade, o que levou a que ele deixasse de funcionar e transformasse o muro de contenção em uma barragem, função para a qual este muro não havia sido projetado.

Dois anos antes do acidente, ou seja, em 1988, as trincas no muro tomaram proporções preocupantes, sendo que contornaram o pilar do edifício que se ligava ao muro a montante do mesmo, indicando claramente a existência de um deslocamento. Como nenhuma providência foi tomada, a continuidade das chuvas acabou por levar o muro à ruptura e, conseqüentemente, provocou a ocorrência de sérios danos na estrutura do edifício.

RECUPERAÇÃO DA ESTRUTURA Entre as diversas causas apontadas para os sérios danos sofridos pelas estruturas do muro e

do edifício, há uma que pode, sem sombra de dúvidas, ser considerada como a principal: a falta de providências quando do surgimento dos primeiros sintomas patológicos. Além dos problemas sociais ocasionados, já que os edifícios tiveram que ser evacuados e a rua interditada, o custo da recuperação e do reforço foi substancialmente maior do que teria sido caso houvessem sido realizados os trabalhos de recuperação e de manutenção de pequena monta que eram necessá-rios quando do surgimento dos primeiros sintomas patológicos. Este fator, bastante comum em todos os ramos da atividade humana, é a causa principal da grande maioria dos acidentes que ocorrem com as estruturas.

Os trabalhos de recuperação e de reforço da estrutura do edifício danificada tiveram início em 25 de maio de 1990, sendo a reconstrução do muro iniciada um mês depois, estando tais traba-lhos a cargo de duas empresas de engenharia especializadas neste tipo de serviço - uma se responsabilizando pela recuperação e o reforço da estrutura do edifício e a outra pela do muro de contenção - , e a fiscalização efetuada por uma equipe constituída por professores e alunos do Curso de Pós-Graduação em Engenharia Civil da Universidade Federal Fluminense, pioneira em estudos de Patologia das Estruturas em universidades brasileiras.

Os pilares danificados tiveram dois tipos de tratamento, dependendo do caso: recuperação ou reforço. Em alguns pilares foi aplicada a técnica do encamisamento simples (caso dos pilares do pavimento térreo, mostrado na foto 4), em outros foi injetado epóxi, e em um deles foi efetuado o encamisamento, injeção de epóxi e amarração com um tirante de concreto (pilar do 4o pavimen-to, ligado à estrutura do muro - ver íoto 5).

As vigas danificadas tiveram suas capacidades portantes restauradas através de trabalhos que consistiram de apicoamento, retirada do concreto esmagado (quando era o caso), substi-tuição das barras danificadas (quando existentes), injeção de epóxi nas trincas e concretagem da nova seção (ou cobrimento com "grout", quando não se tratava de um trabalho de recupera-ção simples).

O muro foi reforçado, ou parcialmente reconstruído, utilizando-se um sistema estrutural que consistiu em se atirantar todo o conjunto e cobrir o muro com uma grelha de concreto armado, que deu sustentação à estrutura como um todo. Além disto, foi injetado concreto nas trincas do muro, e refeito o sistema de drenagem, agora a jusante do muro. O sistema de atirantamento do muro está mostrado na figura 3.

Foto 4

Encamisamento de um pilar

Foto 5

Reforço de um pilar com atirantamento

Edifício

Sistema de atirantamento do muro (corte)

L 5 J CONCLUSOES Este trabalho relatou as origens da ruptura de um muro de contenção e os sérios danos

causados à estrutura de um edifício de 23 pavimentos. Foi mostrado também que a falta de manutenção e de providências quase que rotineiras em relação às estruturas, originada na igno-rância ou no descaso, pode levar a situações bastante mais graves, de alto custo financeiro e social. Afortunadamente, neste caso, não houve uma catástrofe, que poderia ter acontecido caso houvesse o colapso de parte da estrutura de um dos blocos de apartamentos.

BIBLIOGRAFIA

1. Souza. VCM, & Salles. MT - Seccionamento de pilares em um prédio de 23 pavimentos. em Niterói. Brasil, ocasionado pela ruptura de um muro de contenção, in Anais. I Congreso Latinoamericano de Patologia de Ia Construcción y III de Contról de Calidad, Córdoba, Argentina, 1991.

O DESABAMENTO DO EDIFÍCIO SAO LUIZ REI

•

DIRCEU DE ALENCAR VELLOSO D.Sc., M.Sc., Iing" Civil, Professor 'lltular da Coppc/UFRJ

CRISTINA HAGUENAUER NAEGELI D.Sc., M.Sc., ling* Civil, Professora Adjunta Ccfct-PR

HENRIQUE 1)E CARVALHO VIDEIRA Graduando cm llngcnharia Civil, l-.scola dc lüigcnliaria, UFRJ

INTRODUÇÃO Um edifício com estrutura de concreto armado, em final de acabamento, situado na rua Figueiredo

de Magalhães (figura 1), Copacabana, RJ, tomba para trás, monoliticamente. Na queda, destrói um edifício de quatro pavimentos e uma residência de luxo no dia 30 de janeiro de 1957. Embora os dados disponíveis sejam precários, procurar-se-á apontar para as prováveis causas do acidente.

[ T I FALHA

2.1) Descrição A edificação, denominada Edifício São Luiz Rei, apresentou inclinação acentuada devido a

recalques diferenciais consideráveis ocorridos na parte de trás do prédio (foto 1). Esses recalques tornaram-se cada vez mais intensos, levando a estrutura ao colapso (foto 2).

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N° 321 o £ U 1 l \ 1 J J I f£

RUA FIGUEIREDO MAGALHÃES § [2 <

PRAÇA |

UNIDADES EM METROS

Fig. 1

Local ização do prédio

2.2) Histórico O primeiro sinal de falha ocorreu no ano anterior ao desabamento, quando foi evidenciado um

leve movimento da estrutura. Esse trabalho da estrutura foi constatado na época como parte do processo de acomodação natural do terreno.

A primeira verificação de trabalho do terreno após o estabelecimento das cargas permanen-tes ocorreu em janeiro de 1957. Constatou-se naquela ocasião que a parte do prédio que ficava no fundo do terreno sofria variações nas cotas originais de projeto. Com instrumentos de preci-são foi analisado um recalque diferencial de 2 mm por dia, nos dois dias anteriores ao acidente.

Foto 1

Foto do prédio com ligeiro recalque

H & 3

Foto 2

Foto da estrutura colapsada

O primeiro autor trabalhava na época na empresa Estacas Franki Ltda.(EF). quando seu che-fe, o professor A.J. da Costa Nunes, lhe pediu para verificar o que se passava com aquele edifí-cio, cuja infra-estrutura havia sido calculada por outra empresa. A proprietária do edifício ao lado, cujas fundações tinham sido executadas pela EF, estava preocupada com as notícias de que o S. Luiz Rei pudesse desabar sobre (ou contra) o seu edifício. Lá chegando, verificamos que o edifício apresentava uma acentuada inclinação para trás. O calculista da estrutura da obra en-trou em contato conosco e nos pediu para estudar um reforço das fundações. Dois dias depois, a EF colocou no subsolo (garagem) do prédio elementos pré-moldados de concreto (estacas tipo Mega) e o equipamento de cravação. Ao mesmo tempo, foi destacado um engenheiro para acompanhar, por meio de nivelamento topográfico, o movimento do prédio. A primeira idéia foi reforçar as fundações, o que exigia escavar junto aos blocos existentes, aumentá-los e cravar estacas Mega. Essa idéia foi abandonada em face da elevada velocidade com que aumentava a inclinação do prédio. Procurou-se, então, cravar essas estacas reagindo contra o vigamento do teto do subsolo. Tentativa também frustrada. As equipes de trabalho saíram do prédio que, pou-cas horas depois, tombava.

I 3 | O TERRENO As sondagens realizadas no local mostram um terreno constituído das seguintes camadas

(figura 2): a) Uma camada de argila orgânica muito mole com espessura da ordem de 15 m; b) Uma sucessão de camadas arenosas a argilo-arenosas, de compacidade ou consistência

média, até uma profundidade de cerca de 29 m; c) Daí até o final das sondagens (42 m de profundidade), o solo é arenoso, compacto a muito

compacto; d) As sondagens não caracterizaram o solo residual; e) O lençol d'água é superficial.

I 4 l A ESTRUTURA Havia um pavimento (garagem) abaixo do nível da rua ocupando toda a área do terreno e uma

lâmina com 12 pavimentos ocupando metade do terreno. Essa lâmina tinha duas linhas de colu-nas com cargas variando entre 2000 e 5000 kN (P1 a P7 e P16 a P22) e duas caixas de elevado-res (P8 a P15), com carga de 5750 kN, cada uma (figura 3).

FUNDAÇÕES A fundação do prédio era constituída por 11 estacas Simplex, carga de até 400 kN, e 68

estacas Duplex, carga de até 910 kN. As estacas Simplex são executadas conforme mostrado na figura 4. As estacas Duplex são executadas repetindo-se a execução de uma Simplex sobre ela mesma.

CONCLUSÃO O que estaria errado? O tipo de estaca utilizado. Não é difícil perceber que as estacas Simplex e Duplex não devem

ser empregadas em terrenos com camadas de argila muito mole. Lembrando que a estaca não é armada, a extração do tubo se torna uma operação extremamente delicada, sobretudo num terreno de argila muito mole, capaz de exercer forte empuxo horizontal e, conseqüentemente, provocar estrangulamento nos fustes das estacas. Pelo que sabemos esse tipo de estaca não é mais executado no Brasil.

SPT 0.0

N A 2 ATERRO DE ENTULHO COM AREIA ARGILOSA

2.35 _ _ 2.8 0 AREIA MÉDIA E GROSSA, CINZA

ARGILA ORGANICA TURFOSA, MUITO MOLE, PRETA

6.10

ARGILA SILTOSA MUITO MOLE, CINZA ESCURA

12.30

AREIA GROSSA COM PEDREGULHOS FINOS, POUCO COMPACTA, CINZA

13.50

ARGILA SILTOSA COM POUCA AREIA FINA, MÉDIA A RIJA, CINZA

18.00

7

| 0 AREIA MÉDIA E FINA, ARGILOSA, POUCO COMPACTA, CINZA

12 F i g . 2

Sondagem com diâmetro de 2"

LEGENDA 11 ESTACAS SIMPLEX - ATÉ 40tf . . I A „ K I . 68 ESTACAS DUPLEX - ATÉ 91tf ( S C n d ° l l f = 1 0 K N )

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Planta de fundações

Tubo dc aço apoiado sobre a ponteira de concreto

O tubo é cravado por percussão

O lubo é cheio de concreto plástico

O tubo e extraído

Estaca pronta

ETAPAS DE EXECUÇÃO DE UMA ESTACA SIMPLEX

ESCORAMENTOS

Ph.IX, M.Sc., I:.ng° Civil, Professor Assistente, Departamento de IEngenharia Civil. Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro

u INTRODUÇÃO Ações de construção em edifícios de concreto armado são definidas como ações existentes

ao longo do período de construção do edifício. Tais ações dividem-se em ações permanentes (peso próprio do concreto armado, do escoramento, de fôrmas, de sistemas de contraventamento) e ações variáveis (peso móvel de operários, equipamentos, materiais de construção e impacto provocado pelo processo de concretagem).

Em recente pesquisa I1,f cobrindo 85 casos de colapso de sistemas de escoramento em diver-sos tipos de estruturas, ocorridos no período 1963-1986, constatou-se que 49% dos colapsos aconteceram durante a fase de concretagem. Adicionalmente, 48% dos 46 casos de colapsos observados em edifícios ocorreram em sistemas de escoramento tipo vertical, formados por escoras verticais de madeira, muito adotados na construção civil brasileira. Comumente, cargas de impacto sobre o sistema de escoramento durante a concretagem e a remoção prematura de escoras têm sido as causas primárias de colapso observadas em edifícios durante a construção.

Além dos requisitos a serem observados no projeto do sistema de escoramento, tais como a modelagem das ações, resistência, rigidez, topologia e critérios de segurança, a revisão e a inspeção permanente do sistema de escoramento, ao longo da construção do edifício, são atitudes de prevenção de colapso. Nesta revisão, os seguintes dados são necessários: ciclo de construção adotado, incluindo-se cronograma de instalação e de remoção de escoras e de reescoras, idade do concreto de cada laje, tipo de escoramento, sistema de contraventamento, resistências nominais do concreto e do material do escoramento, fatores de carga para a fase construtiva, ações nominais de construção e distribuição dessas ações entre lajes, escoras e reescoras em qualquer tempo (em dias) do período de construção. O fator distribuição das ações de construção tem sido objeto de alguns estudos específicos [2)|3> e não constitui item deste artigo.

A seguir, relacionam-se resumidamente as principais ações de construção. Segue-se com o estudo dos tipos mais comuns de colapso em edifícios durante a fase construtiva. Para cada tipo, atribui-se a causa primária do colapso. Estudam-se também alguns casos de colapso ocorridos no Brasil e no exterior, à luz de informações de conhecimento público. Finaliza-se o presente artigo com algumas conclusões e recomendações.

A figura 1 resume as principais ações de construção para um edifício de três pavimentos. As ilustrações mostram um sistema de escoramento vertical típico, composto por escoras, reescoras e contraventamento. As ações presentes na figura 1, permanentes e variáveis, são também típicas, sem a preocupação de incluir suas distribuições. Algumas normas técnicas prescrevem valores nominais mínimos para as ações de construção, além de combinações e coeficientes de carga específicos para este tipo de ação '4l(5).

Diversos tipos de colapso, parcial ou total, têm ocorrido em edifícios durante o período de cons-trução. Podem-se classificar os colapsos conforme o critério de suas causas primárias, de acordo com informações contidas em relatórios técnicos, artigos e revistas especializadas I6).

Alguns casos de ruína estão relacionados a recalques observados na fundação temporária de escoras que suportam a primeira laje (figura 1) |7>, sujeita à ação de construção dada por (q ) na

AÇÕES DE CONSTRUÇÃO

TIPOS DE COLAPSO

laje em concretagem forma. 3

Sistema de escoramento e ações de construção

B

\

Ações Permanentes: A: Peso próprio de concreto fresco,

formas, escoras, reescoras e contraventamento.

Ações Var iáveis: B: Ação do vento C: Peso de material estocado D: Peso dc operários E: Componente horizontal do

impacto dc concretagem ou vibrador.

F: Componente vertical do impacto de concretagem ou vibrador.

G: Ação de equipamento móvel.

fundação para o escoramento

figura 2a. Esses recalques são precipitados pela insuficiente consolidação do solo, muitas vezes alterada por água corrente ou empoçada, resultante de chuva, operações de lavagem de beto-neira, emboçamento, umidificação do concreto e de execução de acabamento. O recalque A em uma ou mais escoras causa aumento de carga axial AN nas escoras adjacentes, precipitando a ruptura da escora, por esmagamento ou f lambagem, ou ainda a punção da laje de tenra idade, conforme a ilustração mostrada na figura 2a.

Outro tipo comum de colapso tem sido verificado em edifícios de pequeno porte (de um a cinco pavimentos), onde um sistema de escoramento vertical, composto de escoras de madeira, é adotado, conforme a figura 2b. Na falta de adequado al inhamento vertical das escoras, a distri-buição de cargas axiais nas escoras é alterada, havendo sobrecarga AN em escoras adjacentes e indução de momento fletor M e carga horizontal H na escora desalinhada, bem como carga horizontal H induzida sobre a laje. Esse quadro pode levar ao colapso do sistema de escoramento, ruptura da laje ou mesmo des locamento de corpo r íg ido hor izonta l da laje, na falta de contraventamento externo do pavimento. A adoção de sistema de escoramento na forma de treliças espaciais de membros tubulares de aço diminui em muito a possibilidade desse tipo de colapso, já que há um melhor controle do al inhamento dos membros quando da construção definitiva da treliça.

Um número razoável de colapsos estruturais tem sido causado por cargas de impacto do concreto sobre o sistema de escoramento, ilustrado na figura 2c. A pressão excessiva de equipa-mentos de concretagem (mangueiras, vibradores etc.) é responsável pela ruptura da fôrma e permite o impacto do material concreto fresco sobre o sistema de escoramento, na ausência de contraventamento lateral adequado.

Edifícios com grandes áreas laterais expostas à força do vento V têm sofrido colapso por falta de um sistema de contraventamento capaz de transferir as ações horizontais resultantes para as fundações do edifício. A figura 2d ilustra este tipo de colapso. Apesar da ação do vento de proje-

to, para a estrutura em serviço, ser razoavelmente determinada nas normas técnicas, são raras as informações sobre que valor nominal teria tal ação no caso de um edifício em construção. A ação do vento responsável por colapso de edifícios em construção tem geralmente um valor menor do que aquele referente ao projeto do edifício em fase de serviço.

Outro tipo comum de colapso é motivado pela remoção indevida de escoras sob um pavimen-to. Essas escoras suportam as ações de construção dos pavimentos superiores. Com a remo-ção, as ações de construção são redistribuídas no sistema de escoramento e nas lajes remanes-centes. Dado, por exemplo, o processo construtivo ilustrado na figura 3, deve-se assegurar que tanto o sistema de escoramento como cada laje sejam capazes de resistir às ações de constru-ção correntes, em qualquer fase da construção. A obediência ao cronograma de construção, devidamente projetado para a fase construtiva do edifício, torna-se fundamental para assegurar-se a segurança do edifício nesta fase. Especificamente, atenção deve ser dada ao controle da resistência do concreto nas lajes, imediatamente antes da remoção das escoras.

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Ruptura da fôrma

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(Nomenclatura)

Operações do processo construtivo ra

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(Operação)

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(2)

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O Processo Cons t ru t i vo : (1) Concretagem dc uma nova laje. (2) Remoção das reescoras do pavimento inferior ( j ) .

(3) Remoção das fôrmas c escoras do pavimento inferior ( I ) . (4) Instalação de reescoras sob o pavimento de onde se retiraram as escoras. (5) Instalação de escoras e fôrmas sobre o pavimento recém-concretado.

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(3) (4)

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(5)

4 CASOS DE COLAPSO A investigação de casos de colapso estrutural envolve um trabalho minucioso de coleta e

análise de dados [a) a partir de: a) documentação de projeto arquitetônico e estrutural (memória de cálculo, desenho

a rqu i te tôn ico , desenho da es t ru tu ra , i nc lu indo p ro je to de f ô rmas , e s c o r a m e n t o e contraventamento);

b) documentação do projeto da construção (cronograma, especificação de materiais, ciclo de construção, incluindo planejamento de instalação, remoção de fôrmas e de escoramento);

c) entrevista com operários e engenheiros da obra; d) fotografias da construção antes e após colapso; e) dados colhidos após remoção dos escombros; f) consulta a normas técnicas nacionais e internacionais; g) ensaios de materiais colhidos a partir dos escombros e da estrutura remanescente; h) reportagens de jornais e revistas.

De posse desses dados, algumas conclusões reveladoras da principal causa do colapso de-vem ser reunidas em laudo técnico, disponível para as autoridades representantes de órgãos municipais e de conselhos profissionais. A seguir, alguns colapsos de edifícios de concreto ar-mado durante a construção são analisados.

4.1) Edifício em Boston (USA)'9' Em 25 de janeiro de 1971, um edifício de apartamentos com 16 pavimentos ruiu durante a

etapa final de construção (foto 1). O edifício de concreto armado tinha valor estimado em 5 milhões de dólares. A estrutura era composta por colunas diretamente concretadas às lajes, sem vigas, e com um fosso de elevador no centro do edifício para resistir a esforços laterais do vento. As dimensões em planta eram 54 m x 25 m. A espessura da laje variava de 190 mm, nos vãos

Foto 1

próximos à periferia, a 230 mm nos vãos centrais. Os vãos entre colunas variavam de 5,4 m a 7,2 m. A área do fosso do elevador media 6,9 m x 5,1 m. Anteriormente ao colapso, a estrutura da casa de máquinas dos elevadores estava sendo construída sobre a laje de cobertura, recentemente concretada. Constatou-se um número insuficiente de escoras sob a laje de cobertura, bem como uma resistência do concreto de 11MPa, ao invés de 20,7MPa, como previsto em projeto para esta fase da construção. Assim, a laje da cobertura ruiu sobre a laje do 16° pavimento, precipi-tando a situação de colapso progressivo de 60% da área de lajes do edifício.

Colapso progressivo de um edifício em Boston «

4.2) Edifícios no Rio de Janeiro 1101 e São Paulo [111

Os dois casos de colapso reportados a seguir apresentam detalhes semelhantes com relação ao tipo de construção. Ambos tratam de colapso total da edificação.

O primeiro edifício, uma extensão de outro edifício já construído, serviria para uso de hotelaria e compunha-se de quatro pavimentos. O sistema estrutural era formado por lajes, vigas e colu-nas, com sistema de escoramento vertical. O colapso ocorreu durante a concretagem da segun-da laje. O sistema de escoramento instalado sob a segunda e a primeira laje não foi capaz de absorver e transferir as ações de construção para as fundações do edifício, originando-se então o colapso mostrado na foto 2.

O segundo caso, ocorrido na zona norte de São Paulo, refere-se a um edifício residencial, também com concepção do tipo coluna-viga-laje. A ruína ocorreu imediatamente após a remo-ção das escoras do segundo pavimento, quando o edifício apresentava-se com cinco lajes já

concretadas, conforme a foto 3. Com a remoção prematura das escoras sob a laje do segundo pavimento, e com a conseqüente transferência de ações para o sistema de escoramento rema-nescente, acima da segunda laje, violou-se o critério de segurança contra colapso do sistema de escoramento das lajes a partir do segundo pavimento.

CONCLUSÕES E RECOMENDAÇÕES Ações de construção têm sido responsáveis por aproximadamente 50% dos colapsos ocorri-

dos em edifícios de concreto armado durante a fase construtiva. Uma das razões desta notável ocorrência é a falta de provisões normativas referentes ao projeto e à verificação da estrutura para as cargas atuantes nesta fase. As tarefas de projeto, revisão e acompanhamento da insta-lação e da remoção do sistema de escoramento, ao longo do período de construção, consideran-do-se os dados do ciclo construtivo (cronograma de concretagem, instalação e remoção de escoras e re-escora), seriam de grande utilidade no sentido de evitar-se este tipo freqüente de colapso. Um banco de dados [12] sobre colapsos estruturais, que pudesse ser consultado e estudado por engenheiros e outros profissionais, seria de grande valia para o decréscimo do número de colapsos de edifícios durante a construção.

BIBLIOGRAFIA 1. Hadipriono. F.C. and Wang. H-K, (1986), Analysis of Causes of Falsework Failures in Concrete Structures, Journal

of Construction Engineering and Management. ASCE. vol. 12. no. 1. 112-121. 2. Rodrigues Jr.. S.J.. (1996). Ações de Construção em Lajes de Concreto Armado. Dissertação de Mestrado,

Departamento de Engenharia Civil, Pontifícia Universidade Catól ica do Rio de Janeiro. PUC-Rio. Rio de Janeiro. 158 páginas

3. Chen, W.F. and Mosal lam, K.H.. (1991). Concrete Buildings: Analysis for Safe Construction. CRC Press, Boca Raton, Florida, 186 páginas

4. American National Standard Institute, (1983). American National Standard for Construction and Demolit ion Operations. ANSI A10.9-1983. New York, 22páginas

5. American Concrete Institute. (1995), Building Code Requirements for Structural Concrete and Commentary, ACI 318-95 and ACI 318R-95. Farmington Hills. Ml. 369 páginas

6. ENR, Engineering News Record. (1963-1997), McGraw-Hil l , Inc., New York. USA. 7. Feld, J., (1975), Concrete Formwork Failures, ACI Journal, July. 351-355. 8. Wiss, Janney, Elstner and Associates, Inc., (1976), Short Course on Investigation of Structural Failures, ASCE,

Fourth Edition. The University of Alberta, Edmonton, Canada. 61 páginas 9. Litle, W.A., (1972). Boston Collapse, Structural Failures: Modes. Causes. Responsibilit ies, ASCE National Meeting

on Structural Engineering. Cleveland, Ohio, April, 1972, página 99. 1 0 . 0 Globo, (21/03/1993), Desabamento de Laje Mata Dois e Fere Onze. Caderno Grande Rio. página 23. 1 1 . 0 Estado de S. Paulo. (12/08/94), Desabamento de Prédio Mata três Operários. Caderno Cidades, página C1. 12. ENR. Engineering News Record. (July 7. 1983). Failure Archive Readied for Use. McGraw-Hil l . páginas 12-13.

ERROS DE CONSTRUÇÃO

DESABAMENTO E RECUPERAÇÃO DE UM TERMINAL PORTUÁRIO - ACOMPANHAMENTO DOIS ANOS DEPOIS

N E L S O N S Z I L A R D G A L G O U L I)r. Injj., Diretor tia Suporte Consultoria e Projetos l.nla.. Prof. Tít. UI"'I\ Prof. Atlj. U1 ;RJ

MARIA STELLA FURTADO CASTEI.I.O BRANCO F.ng4 Civil, Diretora «Ia Suporte Consultoria e Projetos Ltda.

• INTRODUÇÃO Foram cerca de 100 homens trabalhando em turnos - dia, noite, domingos, feriados e festas

de fim de ano. Em 40 dias venceu-se o desafio: o terminal de exportação do manganês produzi-do na mina da Serra do Navio, desabado em função de um deslizamento de terra das margens, acidente descrito nesse livro no Relato Técnico "Desabamento e Recuperação de um Terminal Portuário", estava novamente em operação (foto 1).

O término da reconstrução marca o início de uma nova etapa. É necessário, agora, o acompa-nhamento das estruturas metálicas do equipamento reerguido.

F o t o 1

Vista geral do Terminal Portuár io recuperado

I 2 | APRESENTAÇÃO DO PROBLEMA Após dois anos de operação ininterrupta do terminal reconstruído, a estrutura manda um

aviso de que algo não vai bem - a ruptura brusca e inesperada de quatro parafusos em uma das conexões principais do banzo superior (foto 2). O terminal pára temendo novo acidente!

À época do primeiro acidente todo o reparo havia sido monitorado por pessoal de projeto, acom-panhando "in loco" as soluções adotadas e fazendo as seguintes recomendações adicionais:

• reforço das treliças de apoio da galeria sobre os flutuantes, que operavam muito próximas aos limites máximos de norma, com alguns elementos estruturais submetidos a leves excessos de tensão;

• remoção de todos os reforços provisórios, construídos com a única finalidade de permitir o manuseio da galeria durante o reparo.

As recomendações em questão não haviam sido atendidas: a primeira sob o argumento de que o projeto anterior funcionara por muitos anos como estava e a segunda por medida de segurança adicional adotada pelo dono da obra sem o aval do projeto.

AVALIAÇÃO DAS CAUSAS DO NOVO INCIDENTE Com o rompimento da conexão foi feita, pelo dono do terminal, uma inspeção detalhada,

resultando num relatório com as seguintes observações: • os trilhos apresentam desníveis relativos de até 15 mm (figura 1); • as vigas longitudinais superiores das treliças de apoio da galeria sobre os flutuadores apre-

sentam deformações verticais (foto 3); • as vigas longitudinais do reparo provisório, não removido, apresentam-se fletidas (foto 4); • as vigas de reforço na região do apoio da lança em terra apresentam deformações (foto 5); • algumas vigas transversais da treiiça horizontal do banzo inferior da galeria apresentam-se

deformadas para cima (foto 6). Tem início, então, pelo pessoal de projeto, a investigação dos pontos citados no relatório,

reanalisando a estrutura como pórtico espacial. A análise em questão, além de dificultada pelo fato de as tensões provenientes do reforço terem sido adicionadas às tensões devidas ao peso próprio já instaladas, é realizada admitindo o excesso de tensão e a correspondente plastificação de membros não essenciais à sobrevivência da estrutura em condições de operação aceitáveis. As principais conclusões desta análise são:

• os desníveis dos trilhos já haviam sido considerados pelo projeto, à época da reconstrução após o primeiro acidente, sendo sem significação para a estrutura;

• as deformações das vigas longitudinais superiores das treliças de apoio da galeria são resul-tantes de um detalhe de emenda antiquado, do projeto original, repetido desnecessariamente na

Deformações (mm)

+ 10

VISTA LATERAL DA TRELIÇA DA LANÇA

Deformações dos trilhos ao longo da treliça

Foto 3

Deformações longitudinais das vigas de apoio da Galeria sobre os flutuadores

\

Foto 4

Vigas do reparo provisório deformadas

Foto 5

Viga de reforço do apoio da lança em terra deformada

Foto 6

Vigas transversais da treliça horizontal do banzo inferior da Galeria deformadas

reconstrução - a emenda é conectada com espaçamento entre parafusos excessivamente peque-no. A folga entre furos e parafusos é suficiente para explicar a deformação. A análise complementar realizada comprova a afirmação. Ressalta-se que esta deformação está totalmente estabilizada, já que a folga entre furos e parafusos foi integralmente "consumida" pela acomodação da estrutura;

• as deformações na corda inferior do banzo provisório, além de explicáveis, são esperadas - , o reforço provisório deveria ter sido removido. A estrutura reforçada tem um comportamento estrutural próprio, com uma distribuição de tensões particular. Os reforços foram previstos e dimensionados, à época, apenas para o peso próprio da galeria ao ser içada, não tendo sido consideradas as cargas de operação. No modo atual de funcionamento a estrutura passa a ter dois banzos inferiores: o provisório aproximadamente 1 m acima do definitivo, mas suportando toda a carga de peso próprio. Nestas condições as diagonais passam a receber uma carga concentrada introduzida pelo banzo provisório, sendo submetidas a uma flexão não prevista, mas ainda de magnitude aceitável;

• as pequenas deformações nas vigas de reforço da lança em terra ocorreram durante o primeiro reparo, tendo sido quantificadas e consideradas aceitáveis, não apresentando quais-quer alterações ao longo dos dois anos de operação da estrutura;

• as vigas transversais deformadas têm nível de tensão baixíssimo, porém, durante a varia-ção de maré apoiaram-se, repetidas vezes, em pilhas de minério abandonadas no local.

Nenhuma das constatações do relatório de campo tem aparente ligação com a conexão rom-pida. Todas as irregularidades apontadas são inteiramente compatíveis com a condição da es-trutura recuperada. É feita, então, uma nova vistoria constatando-se:

• substituição da ligação dos trilhos à estrutura - previstas do tipo flutuante - por ligações fixas garantidas por solda direta do trilho, transferindo, assim, os esforços dinâmicos da forma mais rigorosa para a estrutura;

• excentricidade lateral dos trilhos com relação à linha de eixo da viga, levando os parafusos de um lado da conexão a ficarem com leve excesso de tensão. Este pequeno excesso de tensão, apesar de tolerável do ponto de vista estático e aceito à época do reforço inicial, ocasio-nou a ruptura dos parafusos por fadiga, devido à natureza cíclica da carga.

As causas do acidente estão agora explicadas.

• SOLUÇÃO ADOTADA A solução adotada, com base no perfeito conhecimento destas causas, foi extremamente

simples: a conexão rompida foi reconstruída com uma chapa adicional, passando a transferir a carga por cisalhamento duplo dos parafusos, dobrando, conseqüentemente, a resistência da mesma (figura 2).

Após o reforço, o Terminal Portuário volta a operar sem quaisquer novos registros de proble-mas até a presente data.

A Í CORTE AA VISTA LATERAL

PARAFUSO 7«"A325 SI M ROSCA NA SEÇÃO IMi CISAEHAMENTO <1. SEM ROSCA = 40min)

CHAPA DE 1/2"

CISALHAMENTO DUPLO

\ I o o o

: 0

Vi ° • i

o 7

j -

R e f o r ç o d a l i g a ç ã o a p a r a í u s a d a

USAR -I III I R" SI! NECESSÁRIO

n CONCLUSOES Algumas conclusões interessantes podem ser extraídas do caso exposto acima:

• deformações e excessos de tensão localizados podem ser tolerados, desde que convenien-temente considerados no projeto estrutural;

• reforços, soldas adicionais, apoios extras e similares somente devem ser introduzidos nas estruturas com base em análise criteriosa;

• o perfeito conhecimento das causas de um acidente é fundamental para o projeto de uma solução adequada e simples.

CONTRAVENTAMENTO

O COLAPSO DE UM TANQUE DE AÇO PARA ARMAZENAMENTO DE CAULIM

PAULO ALCIDES ANDRADE Eng.° Civil Industrial, lecionou durante dez anos a Cadeira de Estruturas Metálicas na llscola dc Engenharia Mackcnzic, Diretor da

Progcsim-Nova Erentc IZngcnharia dc Estruturas Metálicas, Consultor e Projetista dc Estruturas Metálicas

m INTRODUÇÃO O presente trabalho não é uma apresentação negativa, mas apenas um relato de algumas

graves ocorrências causadas por pequenas falhas devidas a descuido ou negligência certamen-te involuntário, mas oriundo da falta de uma conscientização maior sobre a importância dos detalhes na execução de um projeto.

O erro ou insucesso por desconhecimento do que ainda não foi descoberto é uma coisa passível de justificativas ou atenuantes e erro ocorrido numa determinada ocasião pode servir para que se evite no futuro situações desastrosas ou prejudiciais. A história está cheia de exem-plos de grandes invenções e notáveis realizações que foram resultado de aperfeiçoamentos de erros iniciais cometidos. No entanto, a negligência, a má utilização de técnicas ou de materiais já conhecidos e a má execução por economia perniciosa ou gananciosa devem ser denunciadas e combatidas. O erro provocado por incompetência deve ser focalizado e analisado para que as tecnologias aplicáveis sejam conhecidas nas futuras realizações.

O colapso de um tanque de aço para armazenamento de caulim, que aconteceu em 1981, apesar de tantos anos já passados, ainda se constitui num exemplo a ser citado.

L_2j CARACTERÍSTICAS PRINCIPAIS DA ESTRUTURA DO TANQUE Trata-se de um conjunto de dois tanques independentes, montados um próximo ao outro, com

a finalidade de armazenar um líquido pastoso, conhecido como lama de caulim. Cada tanque é constituído por uma parte superior cilíndrica com diâmetro de 10,5 m e altura de 3,4 m, e por uma parte inferior, um cone invertido com o mesmo diâmetro de 10,5 m ligado ao cilindro, com altura de 9,09 m (ver figura 1). Este conjunto se apóia em oito colunas por intermédio de um anel com seção em duplo U, soldado ao tanque no trecho da intersecção entre o cone e o cilindro.

O tanque foi fabricado com chapas de aço de 6,3 mm de espessura, sendo as colunas cons-tituídas por dois perfis I de 8" soldados pelas abas e reforçados com chapas de 6,3 mm de espessura.

Na transição entre o corpo cilíndrico superior e o cone inferior existe o referido anel, constituí-do por dois perfis ü de 8" soldados pelas abas formando um caixão fechado. O tanque é coberto por uma tampa quase plana (com pequena conic idade) . A solução de lama de caul im é descarregada por um registro situado no vértice do cone, bem próximo ao chão. Os dois tanques são apoiados por meio de suas colunas em bases independentes, e toda a área do piso é cons-tituída por um pátio concretado. Ligando os dois tanques existe uma passarela, servida por uma escada helicoidal. A título de nervuramento, barras verticais de perfil U são soldadas no corpo cilíndrico do tanque em toda a altura do cilindro no mesmo alinhamento das colunas (ver foto 1).

O conjunto foi montado no topo de pequena ondulação do terreno, sem construções vizinhas e cercado por eucaliptos com altura de aproximadamente 4 m. O local era exposto a ventos, porém em zona de ventos normais. As sapatas em concreto armado foram executadas em terre-no terraplenado em corte, com uma formação argilosa na superfície que permitiu a adoção de fundações superficiais. O pátio dos tanques é constituído por laje de concreto simples, prevista apenas para a circulação de pedestres.

10,50

Tampa cônica

o

Cilindro

Registro de descarga

Dimensões principais do tanque

Medidas em metros

r ! • ! • ! • l/f ! ' ! " T — =/ ! "

3 HISTÓRICO DO ACIDENTE Quando os tanques foram testados com enchimento de água, em dezembro de 1981, ocorre-

ram recalques uniformes de 25 mm, mas não foram constatadas modificações ou rachaduras no piso de concreto nem foram acusados desaprumos das colunas.

Em janeiro de 1982 os tanques passaram a ser utilizados com enchimentos e esvaziamentos alternados de pasta fluida de caulim. No curso destas operações notaram-se vibrações de cerca de 13 mm de amplitude na parte cônica, enquanto a superfície livre do material não ultrapassava o nível da base do cilindro.

Em 12 de junho de 1996, um dia chuvoso precedido de uma semana de chuvas, o vento era forte o suficiente para dificultar a subida do encarregado pela escada da plataforma. Repentina-mente, sem que ninguém notasse qualquer prenuncio, ruído ou vibração, o tanque simplesmen-te desabou, felizmente sem atingir pessoas.

I 4 | AS PRIMEIRAS CONSTATAÇÕES NA PROCURA DAS CAUSAS DO ACIDENTE

O vento ocorrido não provocou nenhum acidente em telhados próximos, nem derrubada de árvores, caracterizando, portanto, um vento não excepcional.

Constatou-se que as placas de base arrancaram seus chumbadores no concreto da sapata quando da queda das colunas, num efeito de alavanca. Houve ruptura dos contraventamentos. O anel em duplo U e uma das colunas partiram-se em vários pontos, onde haviam sido emendados com solda de topo, sem nenhum cobrejunta. Correspondendo a duas colunas caídas, o anel ficou esmagado e fletido, porém permaneceu soldado à chapa que deveria estar ligada à chapa de topo da coluna (ver fotos 2 e 3).

Uma coluna foi arrancada de sua sapata e dobrada para fora do octógono primitivo, desligan-do-se da solda do anel. Houve torção nas colunas. Todas as chapas de topo das colunas apre-sentavam-se dobradas de cima para baixo, com flecha de 25 mm, conforme mostra a figura 2.

Diversas peças secundárias do conjunto foram quebradas, torcidas ou amassadas, tais como escadas, passarelas, tanques metálicos auxiliares situados na circunvizinhança, tubos, registros e conexões com a rede de alimentação e exaustão.

Chapa 6,3 mm

Cotas em cm Detalhe do sistema de apoio do tanque no topo das colunas

• ANALISE DA ESTABILIDADE DA ESTRUTURA Foram executados cálculos de verificação estrutural, tendo-se chegado aos seguintes resulta-

dos aqui resumidos: - Volume do tanque 557 m3

- Carga vertical atuante no dia do acidente, incluindo peso próprio 7340 kN - Carga vertical em cada coluna 920 kN - Área exposta ao vento 84 m2

- Efeito de vento (pela NB-599) Pressão sobre o cilindro 11,8 MPa - força horizontal do vento 42 kN - ponto de aplicação da força (a partir do piso) 12,3 m - momento de tombamento 517 kN.m Pressão sobre o cone 8,5 MPa - força do vento horizontal 40 kN - ponto de aplicação da força (a partir do piso) 7,6 m - momento de tombamento 305 kN.m

- Efeito total de vento - força horizontal total 82 kN

altura da resultante a partir do piso 10,0 m momento de tombamento 820 kN.m força vertical 39 kN momento negativo na coluna M1 = 40 kN.m momento positivo entre colunas M2 = 20 kN.m momento torcional máximo no anel soldado do tanque M3 = 3 kN.m

Características da seção das colunas

2 U 8" - 1a alma + 2 ch de 203 mm x 6,3 mm Jx = 7486 cm4

Jy = 2943 cm4

Área S = 94 cm2

Raio de giração ix = 8,92 cm iy = 5,6 cm

esbeltez Zx = 59,8 w = 1,3 esbeltez Zy = 93,3 w = 1,8

Tensões (em MPa) no aço das colunas para as diversas hipóteses de carregamento

Tensões calculadas (DIN 4114-B1-1), resultando:

Tensão de compressão = 276 MPa, incluída a ação do vento.

Caso de carregamento Tensões normais Tensões cisalhantes

Água (teste) 199 126

Água + vento 210 134

Caulim ( a 0,5 m da borda) 276 176

Caulim (a 0,5 m da borda ) + vento 288 183

Tensão cisalhante máxima admissível: Fz = 160 MPa Os resultados são para colunas consideradas como rotuladas a meia altura e no topo. O

afastamento destas condições no comportamento real da peça aumenta o valor das tensões.

6 j CONCLUSOES Chega-se à conclusão de que o início do desmoronamento do tanque se deu por flambagem

de uma coluna em virtude do apoio excêntrico do tanque sobre as colunas (ver foto 4). A pouca rigidez do apoio do tanque nas colunas permitiu o deslocamento radial e centrípeto

da reação, agravando a grande excentricidade da conexão tanque-coluna. A flambagem do conjunto encurvou todas as colunas para dentro do polígono da base. A

coluna a sotavento - um pouco mais carregada pelo vento - flambou, rompendo-se em conse-qüência a conexão. O sistema de contraventamento das colunas não foi suficiente para melhorar a estabilidade do conjunto pois era incompleto, propiciando a possibilidade de trabalho à com-pressão em peças muito esbeltas, ligadas apenas a uma das abas das colunas.

O teste, realizado inicialmente por enchimento com água, por si só foi suficiente para dobrar a borda externa das duas chapas horizontais do topo das colunas. Essa dobra que ocorreu por flexão, de modo uniforme em todas as colunas com flecha da ordem de 25 mm, não foi detec-tada quando observada do chão, mas pode ser observada no tanque remanescente. Isso explica o abaixamento do tanque em 25 mm, inicialmente dado como recalque. Note-se que não houve destruição do piso de concreto nem indícios de afundamento das placas de apoio das bases dos pilares, invalidando este indício qualquer suspeita de recalque (ver foto 5).

Não foram registrados recalques diferenciais que desequilibrassem o líquido, agravando a solicitação excêntrica.

A tensão de compressão devida à flexão composta provocada pelo carregamento do teste com água já ultrapassava o limite de segurança. Por conseqüência, o valor da tensão de com-pressão quando do carregamento com caulim ultrapassava muito o limite de segurança.

Para o carregamento com lama de caulim, as colunas também não apresentaram segurança suficiente quanto às tensões cisalhantes.

O efeito de vento máximo pela NB-599 no carregamento vertical das colunas é muito pequeno e de pouca influência (cerca de 4%). O vento reinante no dia do acidente, no entanto, apesar de ser menor do que o previsto no cálculo, foi suficiente para disparar o mecanismo de instabilidade do sistema de apoio, levando o tanque à ruína. Como é sabido, a flambagem é um fenômeno de equilíbrio instável, caracterizado por efeitos não lineares, quando pequenos acréscimos de car-ga podem redundar em grandes deformações. Não foi o vento, portanto, o verdadeiro responsá-vel pelo acidente.

As seguintes considerações podem ser aplicadas ao fato do tanque ter permanecido em pé, quando do teste com água, apesar da insegurança das conexões existentes:

a) boa qualidade do aço empregado nas estruturas e na chapa dos tanques com resistências superiores às médias dos aços comerciais (345 MPa para ruptura);

b) o nível de água no teste não atingiu o nível 0,5 m abaixo da borda do tanque. Além disso, a densidade da água é 40% menor do que a densidade da lama de caulim, material que estava sendo usado quando do colapso;

c) apesar do cálculo considerar colunas articuladas, sempre existe um pequeno engastamento das colunas na base.

Do acidente descrito, tiram-se as seguintes lições: a) o apoio do anel sobre a coluna, que representa aparentemente apenas um pequeno deta-

lhe, foi mal concebido, dando grande excentricidade às cargas aplicadas. Há, portanto, a focali-zar-se sempre a necessidade de estudos mais aprofundados para o detalhamento de ligações e de transferências de cargas; em termos de peso esta conexão representa menos do que 1% do peso de todo o conjunto, mas tem uma grande responsabilidade, o que reforça a tese de que "pequenas causas podem gerar grandes problemas estruturais";

COMENTÁRIOS FINAIS

b) as peças de contraventamento foram ligadas apenas em uma das abas das colunas, não garantindo uma rigidez maior do conjunto; esse tipo de detalhe muitas vezes passa desaperce-bido na execução do projeto;

c) as dimensões das seções das peças principais da estrutura não estavam de acordo com as forças e os momentos fletores atuantes: as peças das colunas e das vigas circulares foram mal dimensionadas e executadas com deficiências, tais como soldas de topo com pequena resistên-cia (má penetração ou insuficiência de seção) ou sem cobrejuntas.

Como se vê, apesar de ser este um conjunto estrutural pesando cerca de 150 kN, com apa-rência robusta, construído com chapas adequadas e obedecendo à maioria dos conceitos nor-mais de construção, houve falha nos pequenos detalhes, especialmente quanto à excentricidade dos apoios, à solda de topo nas emendas dos perfis U compostos formando o anel, à fragilidade das ligações e à má concepção dos contraventamentos.

A falta de uma verificação mais acurada nos cálculos do dimensionamento também constituiu uma falha importante, que contribuiu decisivamente para a ocorrência do acidente.

O tanque não acidentado foi reforçado, corrigindo-se as falhas acima relatadas através da execução de detalhes de reforço com características estruturais semelhantes às adotadas nos dispositivos que foram projetados para a reconstrução do tanque que desmoronou.

8 AGRADECIMENTO O trabalho de vistoria, cálculos e pareceres envolvendo o caso em questão, foi realizado em

1982 com a valiosa participação do engenheiro Affonso Escobar Beviláqua, com quem o autor teve a honra de trabalhar anos antes na FEM - Fábrica de Estruturas Metálicas da CSN - Com-panhia Siderúrgica Nacional.

Foto 2

Coluna retorcida (pintada de branco) e pedaços do anel de apoio (pintado de azul) após o colapso da estrutura

Foto 3

Coluna retorcida e rompida na emenda de topo

Foto 4

Detalhe do apoio excêntrico do anel sobre o topo da coluna

FotoS

A placa de apoio da base do pilar não sofreu afundamento no piso

ESTRUTURA DE EDIFÍCIO AFETADA POR INSTABILIDADE ELÁSTICA GLOBAL

HELMANY MURT1NHO FILHO M.Sc., Eng" Civil, Professor A<ljunto <l<i Departamento dc Engenharia Civil «Ia Universidade Gama Filho,

Diretor da GMA Engenharia e Projetos

m INTRODUÇÃO O acidente em questão ocorreu na cidade de Niterói, RJ, em um edifício ainda em construção,

em fase de início da execução de alvenarias, porém com toda a estrutura já concretada. O proble-ma foi constatado devido à ocorrência de grandes deslocamentos transversais sob a ação de ventos, mesmo de baixa intensidade. A flexibilidade da estrutura era tão acentuada que as movi-mentações estruturais tornavam-se claramente sensíveis para uma pessoa em pé sobre a laje da cobertura, fato que apavorou inclusive os operários, que passaram a se recusar a trabalhar no local. Nesta situação foi então contratada pela construtora uma análise do projeto estrutural, visan-do principalmente a estabilidade elástica do conjunto. A descrição dos resultados desta análise e as medidas tomadas para corrigir a situação constituem o objetivo deste trabalho.

L_2j DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA A estrutura do prédio foi executada em concreto armado moldado "in loco" por processo con-

vencional. adotando-se como solução estrutural a laje plana sem capitéis, de forma a obter a máxima velocidade de execução. O prédio possui quatro pavimentos inferiores destinados a acesso, uso comum e parqueamento, e 18 pavimentos superiores, constituídos pelos andares-tipo e pela cobertura. A utilização da laje plana como solução estrutural não foi acompanhada da necessária adoção de medidas destinadas a assegurar uma adequada rigidez transversal ao conjunto de pilares, como se pode observar na figura 1 que mostra a fôrma do teto-tipo. Nota-se claramente que não foram projetadas vigas destinadas a formar pórticos associando dois ou mais pilares, e que os pilares de maior inércia são apenas os das caixas de elevadores, insuficien-tes para enrijecer adequadamente a estrutura, trabalhando como hastes verticais em balanço engastadas na fundação, conforme modelo estrutural mostrado na figura 2.

£222

I fl\ y L

-C223

fw-vi

Y l

JSE3-

Esquema do conjunto de pilares

• ANALISE DA ESTRUTURA O projeto estrutural foi verificado em relação aos critérios do CEB para estruturas deste tipo,

tendo-se distribuído os pilares em dois grupos: pilares contraventados e pilares pertencentes ao sistema de contraventamento (ver figura 2).

PILARES COf

PILAR DE CONTRAVEf

Elevação esquemática dos pilares de contraventamento e dos pilares contraventados

Para os pilares do primeiro grupo, verificou-se que o dimensionamento estava adequado, tendo sido seguidos os preceitos da NBR-6118 pertinentes ao assunto. Para os pilares do se-gundo grupo, foi então verificada sua rigidez global, caracterizada pelo parâmetro de rigidez (Rig), de forma a garantir uma condição de "quase indeslocabilidade" ao conjunto da estrutura, tendo sido obtidos os resultados abaixo transcritos:

Considerando apenas o teto-tipo (pilares com 52,4 m de altura)

Momentos de inércia dos pilares das caixas de elevadores principais: I = I = 0,79 rrr x y

Carga total nos pilares = 108000 kN

Rig = 52,4 ( 108000 / ( 28500000 x 1,58))05 = 2,57

O valor determinado para o parâmetro de rigidez significa que a carga total dos pilares era igual a 84% da carga crítica de flambagem elástica do sistema de contraventamento, quando o valor recomendado seria 5%. Ao se considerar a presença dos tetos inferiores, a situação piora-va bastante, pois, embora a quantidade de pilares e a área dos pavimentos aumentassem, dan-do a impressão de aumento da rigidez, não existiam neles pórticos ou pilares-parede adicionais que efetivamente participassem do sistema de contraventamento. Ao se analisar a situação do prédio inteiro contraventado apenas pelos pilares das caixas de elevadores, chegava-se a uma situação onde o carregamento atuante representava 159% da carga crítica de flambagem do sistema de contraventamento, o que por si só explicaria a condição extremamente severa de deslocamentos que era sentida ao nível dos pavimentos superiores.

Embora os valores encontrados indicassem uma situação extremamente séria e que requere-ria correção imediata, na realidade ainda não ocorria a flambagem do conjunto de pilares, como aparentemente indicavam os resultados numéricos acima. Tal fato se devia principalmente a não estarem presentes todas as cargas permanentes, além de não se ter considerado no cálculo o efeito enrijecedor devido à escada. Conseqüentemente, foi possível a realização dos trabalhos de recuperação dentro de razoáveis condições de segurança.

I~4~1 REFORÇO DA ESTRUTURA Para assegurar à estrutura uma adequada rigidez transversal, foram criados pilares adicionais

de grande inércia, através da associação de pilares existentes por meio de novas paredes de concreto armado. Estes pilares passaram a fazer parte do sistema de contraventamento, como novos pilares engastados e livres (balanços verticais), cujas inércias vieram a se somar às inér-cias dos pilares das caixas de elevadores. Este recurso foi utilizado em outras duas caixas de elevadores secundários, projetadas originalmente com dois pilares isolados dispostos paralela-mente em suas faces laterais, e na caixa de escada, que possuía quatro pilares em seus cantos. Os detalhes destes novos pilares estão mostrados nas figuras 3 e 4.

PAREDE N 0 \

PILAR EXISTENTE

r 7 7 7

Fig. 3

Enrijecimento do par de pilares da caixa de elevador secundário

NOVA

\ PILAR EXISTENTE

Fig. 4

Enrijecimento da caixa de escada

Com a execução do reforço, as inércias dos pilares passaram a alcançar os seguintes valores:

Elevadores secundários: lx = 1,16 rrr ly = 1 . 2 5 m<

Caixa da escada: lx = 1 1 , 2 9 nr1

ly = 21,93nY

Conseqüentemente, o sistema de contraventamento passou a ter uma rigidez global bastante superior à inicial, conforme se mostra a seguir.

4.1) Considerando apenas o teto-tipo na direção da menor inércia: l x = 2 x0 ,79 + 2 x 1,16 + 11,29 = 15,19 m4

Rig = 52,4 (108000/(28500000 x 15,19)) 0 5 =0 ,83

Este parâmetro de rigidez eqüivale a se ter a carga total dos pilares igual a 9% da carga crítica de f lambagem do sistema de contraventamento (Rv = 0,09 RWCfll), o que não seria o ideal para um edifício novo em fase de projeto, porém representou a solução mais viável no caso, pois o enr i jec imento em outros locais t rar ia sér ios inconven ien tes ao pro je to arquitetônico.

4.2) Considerando o prédio inteiro na direção da menor inércia: Rig = 65 (133000 / ( 28500000 x 15,19 ) ) 0 5 = 1,14 e conseqüentemente Rv = 0,17 Rvcn.

A determinação deste valor, considerado excessivo, levou a um enrijecimento suplementar da estrutura dos pavimentos inferiores, através da ligação entre a caixa de escada e dois pilares próximos, conforme mostrado na figura 5. Tal solução interferiu com as vagas de automóvel e com a circulação nas garagens, porém permitiu que fossem garantidas condições bastante pró-ximas das ideais em relação à rigidez do sistema de contraventamento, como se pode verificar a seguir.

\x = 41, 87 m4

Rig = 65 (133000 / (28500000 x 41,87)) 0 5 = 0,69 e conseqüentemente Rv = 0,06 Rv...

4.3) Considerando o prédio inteiro na direção da maior inércia: ly = 2 x 0,79 + 2 x 1,25 + 21,93 = 26,01 m4

Rig = 65 (133000 / (28500000 x 26,01)) 0 5 = 0,87 e conseqüentemente Rv = 0,10 Rvc.it

O valor determinado acima, embora superior ao recomendado, foi considerado ainda aceitá-vel, em razão de ser extremamente difícil criar reforço adicional nesta direção nos pavimentos inferiores, devido às condicionantes de arquitetura. Considerou-se também que o enrijecimento adicional criado para a direção de menor inércia também colabora na outra direção, embora de maneira não ideal, uma vez que não existe uma "parede de fechamento" em concreto armado na extremidade do conjunto de forma a criar uma caixa fechada.

4.4) Ligação estrutural entre pilares existentes e novas paredes A fim de garantir um funcionamento conjunto entre os pilares existentes e as novas paredes

a serem criadas, foi projetado um esquema de "engrenamento" entre estas peças, evitando o uso de pinos cravados com adesivo, em função das dificuldades de execução e do tempo disponível. O mencionado esquema consistiu, simplesmente, em cortar o concreto das faces verticais dos pilares de forma denteada, conforme mostrado na figura 6, sem danificar as armaduras existentes. Em seguida foi feita a colocação das armaduras das novas peças, o tratamento das superfícies com adesivo estrutural e a concretagem. A resposta da estrutura ao reforço foi notável, verificando-se que logo após sua execução nos primeiros pavimentos cessaram as movimentações observáveis nas estruturas dos tetos superiores. Com a conclu-são do reforço em todos os pavimentos, a estrutura estabilizou-se integralmente, tendo sido concluída a construção e o prédio habitado normalmente. A estrutura permaneceu monitorada através de inspeções periódicas, não tendo sido observadas trincas em peças estruturais e em alvenarias que indicassem a ocorrência de movimentações anormais, nem apontadas pe-los moradores quaisquer vibrações ou deslocamentos sensíveis.

P*P£OC NOVA

Fig. 5

Enrijecimento suplementar nos pavimentos inferiores

PAREDE NOVA

VÁ-mr:

m y / A

V / v / À Y / a / y y \

/ / Z / A \ / / / A

Esquema da ligação dos pilares existentes com as novas paredes

I 5 1 CONCLUSÕES Este trabalho mostrou uma falha de projeto que ocorre sempre que o projetista não dá a

devida atenção às ações horizontais atuantes na estrutura, nelas incluindo-se os efeitos de 2* ordem no conjunto de pilares da obra. Nas estruturas atuais, esbeltas, altas e com grandes vãos livres, tais efeitos devem ser uma preocupação fundamental para o engenheiro estrutural, princi-palmente quando a solução estrutural adotada para os pisos for a laje plana. Considera-se sem-pre recomendável a criação de um sistema de contraventamento capaz de resistir a todas as solicitações horizontais, além de possuir uma rigidez tal que garanta ao conjunto uma condição de quase indeslocabilidade. No caso, a falta destes elementos estruturais no projeto original provocou custos adicionais com a execução do reforço e atraso no cronograma de obra, porém, como o problema manifestou-se antes da conclusão da obra, felizmente não chegou a ser criada uma situação de risco para os moradores.

PONTES E VIADUTOS

O DESABAMENTO DO VÃO GERBER DO VIADUTO FARIA-TIMBÓ

NELSON ARAÚJO LIMA IEngenheiro e Diretor da Divisão dc Estruturas da Secretaria Municipal dc Obras c Serviços Públicos da Prefeitura

da Cidade do Rio de Janeiro (1%.> a 1988)

NELSON RUY AMADO SOUTO BARRETTO 1 Engenheiro Civil. IEspecialista cm Recuperação e Reforço de Estruturas dc Concreto

m INTRODUÇÃO No dia 5 de novembro de 1985, por volta de 3 horas da madrugada, o vão Gerber do Viaduto

Faria-Timbò desabou sobre as linhas férreas da antiga Estrada de Ferro Leopoldina, atual Flumitrens-Companhia Fluminense de Trens Urbanos (foto 1). A queda foi repentina e os motoristas dos dois únicos veículos que trafegavam sobre a estrutura no momento do sinistro, uma carreta transpor-tadora de leite e um automóvel de passeio, sofreram apenas ferimentos leves (foto 2). Felizmente não houve vítimas fatais, fato devido sobretudo à sorte de o acidente ter ocorrido em horário de pouco movimento, tanto de veículos sobre o viaduto quanto de trens de passageiros na ferrovia.

Inaugurado em 1965, o viaduto recebeu a denominação oficial de Viaduto Sampaio Corrêa.

Foto 1

Vista do local d o acidente mostrando as duas estruturas idênticas e paralelas A e B que c o m p õ e m o Viaduto Sampaio Corrêa. O vão isostático da estrutura B desmoronou sobre as l inhas férreas

Foto 2 Os motor istas da carreta t ransportadora de leite e do automóvel , que transitavam sobre o Viaduto B no momento do acidente, sofreram apenas ferimentos leves e fel izmente a inda não t inha começado a circulação normal de t rens na ferrovia

Esta obra, construída na cidade do Rio de Janeiro, fazia na ocasião a ligação viária da Ilha do Fundão e da Avenida Brasil com os chamados "subúrbios da Leopoldina" e passará a integrar a Linha Amarela, nova ligação expressa entre a Ilha do Fundão e a Barra da Tijuca.

Além da ferrovia, o viaduto transpõe a Rua Uranos, a Rua Leopoldo Bulhões e o canal do rio Faria. Como este rio constitui o prolongamento do rioTimbó, o viaduto acidentado é popularmente mais conhecido como "Viaduto Faria-Timbó".

A manutenção do viaduto acidentado estava a cargo do DER-RJ (Departamento de Estradas de Rodagem do Estado do Rio de Janeiro), mas a Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro tinha sob sua responsabilidade a manutenção de dois outros viadutos (Viaduto João XXIII e Viaduto de Benfica), construídos na mesma época e com características estruturais muito semelhantes, pois tinham sido projetados pelo mesmo engenheiro que calculara o Viaduto Sampaio Corrêa.

DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA ?\ròbra é formada por duas estruturas idênticas e paralelas, construídas em concreto armado

moldado no local com o emprego de escoramento convencional, designadas por Viaduto A no lado sul e Viaduto B no lado norte, com o esquema de vãos mostrado na figura 1.

l/OO AV. 0RASIL O

VÍO CERBER ACIOCNTADO l/OO AV. 00$ CCWOCRÍTCOS

COTAS EM m

Elevação esquemática do Viaduto Sampaio Corrêa

ENCONTRO encontro

O comprimento total da estrutura de cada viaduto, da ordem de 250 m, é formado por dois trechos laterais, um no lado da Avenida Brasil com cinco vãos contínuos e um balanço e o outro no lado da Avenida dos Democráticos com quatro vãos contínuos e um balanço, ligados entre si por um vão isostático dotado de duas articulações tipo Gerber.

Cada tabuleiro, com seção constante de 10,23 m de largura, é formado por uma viga em caixão fechado com quatro nervuras formando três células conjugadas, sem transversinas inter-mediárias. A espessura da alma das nervuras é constante, igual a 20 cm, e as lajes superior e inferior têm, respectivamente, 16 cm e 8 cm de espessura, também constante. A altura das nervuras varia ao longo da largura da seção transversal da viga-caixão de 250 cm a 263 cm para se obter uma declividade transversal na pista de tráfego da ordem de 1,5 % (figura 2).

O tabuleiro do vão isostático tem 20 m de comprimento e se apoia nas extremidades dos balanços com 4,4 m de vão livre dos dois trechos laterais, por meio de quatro aparelhos de apoio em neoprene fretado em cada lado.

Os nove pares de pilares, dispostos segundo uma esconsidade de aproximadamente 45°, são ligados elasticamente às tranversinas de apoio do tabuleiro, cada par de pilares formando com a transversina de apoio correspondente uma mesoestrutura em forma de pórtico retangular. Nos dois encontros do viaduto o apoio do tabuleiro é feito através de aparelhos de apoio em neoprene fretado. Todas as fundações do viaduto são constituídas por blocos de estacas.

146 800

CA80S EXTERNOS DE REFORÇO LONGITUDINAL

77

3 1 l^T

CA80S INTERNOS DE REFORÇO DA TRANSVERS1NA DE APOIO

a) SEÇÃO NO APOIO PILAR

LA J l

20

DESVIADOR

ACRESCENTADO CABOS EXTERNOS DE REFORÇO LONGITUDINAL

b) SEÇÃO NO TERÇO DO VÃO

. >

ABERTURA PERMANENTE PARA PASSAGEM

TRANSVERSINA

ACRESCENTADA

70

CABOS EXTERNOS DE REFORÇO LONGITUDINAL

ABERTURA PERMANENTE D=70 PARA ACESSO AO INTERIOR DO TABULEIRO

c) SEÇÃO NO MEIO DO VÃO

COTAS EM cm

Seções transversais de tabuleiro em viga-caixào

OBSERVAÇÕES FEITAS NO LOCAL Por determinação do Secretário Municipal de Obras e Serviços Públicos da Prefeitura da Cidade

do Rio de Janeiro, engenheiro Luiz Edmundo Barbosa da Costa Leite, a Divisão de Estruturas realizou sua primeira inspeção no local por volta das 9 horas da manhã no mesmo dia do acidente.

O desmoronamento ocorreu devido à ruptura dos quatro dentes de apoio inferiores tipo Gerber do Viaduto B, situados no lado da Avenida Brasil, o que provocou a queda imediata do vão isostático sobre o leito da ferrovia (figura 3 e foto 3).

Foto 3

O vão isostático partiu-se em vários pedaços ao cair sobre as linhas férreas

UNHA oe RUPTURA 2 0 m OEMTE GERBER

Esquema do desmoronamento do vão Gerber

moo Av. BRASIL

3 2 NECPRENE

P I L A R

MURO 4 4

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LADO

Av. DOS DEMOCRÁTICOS

A linha de ruptura no concreto das quatro nervuras tinha inclinação de aproximadamente 45° e as barras de aço principais do banzo tracionado dos dentes de apoio se destacaram da massa do concreto por estarem situadas em posição periférica na alma das nervuras (foto 4).

Os dentes de apoio superiores do vão isostático, examinados nos escombros caídos sobre a linha férrea, não apresentavam sinais de rompimento. Os dentes de apoio inferiores do lado da Avenida dos Democráticos também não se romperam, havendo neles sinais de muita umidade devido à falta de um dispositivo de vedação da junta de dilatação e à não retirada das tábuas usadas como fôrma durante a construção (foto 5).

O detalhe do apoio tipo Gerber pode ser visto no tabuleiro do Viaduto A, não acidentado (foto 6). Para permitir o acesso ao interior dos caixões foi providenciada a abertura provisória de janelas

medindo 70 cm x 70 cm na laje superior do tabuleiro e no curso das novas inspeções foram constatados os seguintes problemas de ocorrência sistemática e generalizada: fissuras de flexão e de cisalhamento com abertura variando de 0,5 mm a 2,0 mm, armaduras expostas em processo de corrosão, deterioração do revestimento externo (camada de emboço) e desagregação do con-creto. As fissuras nas lajes inferiores estavam dispostas em planos verticais, transversalmente ao eixo longitudinal do viaduto. Nas nervuras, além de fissuras verticais de flexão e de retração, havia fissuras inclinadas de cisalhamento nas proximidades dos apoios. As transversinas de apoio apresentavam fissuras inclinadas.

Os aparelhos de apoio em neoprene fretado dos encontros estavam em péssimo estado de conservação e os pilares apresentavam sinais de deterioração das armaduras por corrosão. O exame das fundações não constatou anomalias aparentes.

Foto 4

Detalhe do dente de apoio rompido. A ruptura se deu no concreto das nervuras com inclinação de 45°. As barras de aço principais do banzo tracionado dos consolos se destacaram da massa do concreto

Foto 5

Os dentes de apoio do lado oposto ao lado da foto 4 não sofreram ruptura. Notar os sinais de umidade devido à falta de vedação na junta e à permanência das tábuas usadas como fôrma

Foto 6

Vista tomada da ponta do balanço onde ocorreu o colapso, mostrando o dente de apoio do tabuleiro do Viaduto A não acidentado

4 ANALISE DO DETALHAMENTO DO DENTE GERBER ACIDENTADO A construção do Viaduto Sampaio Corrêa foi realizada numa época em que o uso de apoios tipo

Gerber estava na moda. A viga tipo Gerber já estava bem definida em 1957 no livro "Concreto Armado-Fundamentos e

Aplicação em Estruturas e Pontes"1,1: "as vigas articuladas estaticamente determinadas devem ser empregadas somente quando são esperados recalques tão desiguais que a viga não articulada sofreria solicitações adicionais grandes demais. As articulações são pontos da viga com menor resistência, exigindo um cuidado especial na sua execução. Devem ser evitadas sempre que possível".

"... surgem grandes deslocamentos horizontais nos apoios mais afastados de pontes não articu-ladas de muitos vãos, o que por sua vez exige certas medidas construtivas especiais. Este incon-veniente pode ser afastado introduzindo duas articulações, uma fixa outra móvel, como nas vigas Gerber, num vão de uma viga contínua de resto destituída de articulações (figura 4). Deste modo divide-se a ponte em duas partes estaticamente independentes, das quais cada uma precisa de um apoio fixo. Os momentos do vão com as articulações estão determinados estaticamente."

Esquema estrutural de uma viga Gerber

No caso do Viaduto Sampaio Corrêa as duas articulações são constituídas por aparelhos de apoio em neoprene fretado, para os quais a liberdade de rotação e de deslocamento horizontal não é irrestrita.

Os consolos curtos, que constituem as articulações de apoio Gerber, estão estudados no livro "Éléments Constructifs Spéciaux du Béton Armé"121. O esquema de decomposição das forças que são aplicadas no dente de apoio inferior é indicado na figura 5.

Os detalhes de armação nos dentes de apoio inferior e superior da articulação são simétricos em relação ao centro do aparelho de apoio. A figura 6 mostra as diversas armaduras necessárias para absorver as tensões de tração que atuam no concreto do dente de apoio inferior.

p i -

Suapcnsflo de P

Cortante

H

H ^

Decomposição das forças atuantes no dente Gerber inferior

( 7 ) ARMAÇÃO DE SUSPENSÃO DISPOSTA NO PU\NO VERTICAL YOZ

( 2 ) ARMADURA PRINCIPAL DE TRAÇÃO DA NERVURA

( 3 ) A JUNÇÃO POR ADERÊNCIA DAS ARMADURAS Q> E ® DEVE SER GARANTIDA POR ESTA ARMAÇÃO DE COSTURA DISPOSTA NO PLANO HORIZONTAL XOZ

@ TIRANTE 00 CONSOLO (DEVE RESISTIR A T+H)

0 COSTURA DO TIRANTE DO CONSOLO ( AS ARMADURAS © E ® DEVEM SER DISPOSTAS NO PLANO HORIZONTAL XOZ E ANCORADAS EM SUAS EXTREMIDADES

© ESTRIBOS DA NERVURA

Armaduras de um dente Gorbor inferior

Como não foi possível obter os desenhos referentes aos detalhes de fôrma e de armação dos dentes Gerber adotados no projeto estrutural do Viaduto Sampaio Corrêa, são mostrados nas f iguras 7, 8 e 9 os detalhes constantes no projeto estrutural do Viaduto João XXIII, que são muito semelhantes aos do viaduto acidentado e servem portanto para ilustrar as deficiências de detalhamento das armaduras. A figura 7 fornece os dados da fôrma do dente Gerber, tendo o desenho original sido elaborado na escala 1:25.

Fôrmas dos dentes Gerber

35

NEOPftENE 20x45x2 (4x)

à ' .

\

10

• • A

32

32

' V -

44

—

* CVJ

No projeto estrutural o detalhamento da armação dos balanços, com os dentes Gerber inferio-res em sua extremidade, foi desenhado na escala 1:100 (figura 8).

ESTRIBOS « 1 / 4 C . 2 0

I 8 5 8 5 8 5 8 5 1 0 0 6 0 6 0 6 0 6 0 6 0 6 0 6 0 5 8

85 85 85 6x2*1/4-C0RRID0

150

Armação do balanço h da viga contínua com o dente de apoio inferior

2 0 3 / 4 - C A T 5 0 7 0

COTAS EM c m

O detalhamento da viga isostática, com os dentes Gerber superiores em suas extremidades, foi elaborado na escala 1:50 (figura 9).

2 0 3 / 4 - V A R

I 150

150 6x201/4-CORRIDO

Armação da extremidade da viga isostática com o dente de apoio superior

203/4

y 1 0 8 v - 1 4 0 y 140 ^ 140 ^

- J L . ESTRIBOS 01/4-C.20 ^ COTAS EM c m

U U O PROJETO DE REFORÇO E RECUPERAÇÃO DA ESTRUTURA Em face da necessidade de reconstruir o vão desmoronado, o DER-RJ aproveitou a oportu-

nidade para remodelar a estrutura dos dois viadutos, não somente corrigindo as deficiências de projeto e os danos causados pela deterioração, mas também reforçando a estrutura para melhor adequá-la aos carregamentos mais elevados e às exigências mais severas quanto à segurança e à durabil idade das estruturas contidas nos regulamentos mais modernos vigen-tes na época do acidente. A segurança em serviço e no estado limite último e a consideração da fadiga dos elementos estruturais foram levadas em conta. No cálculo do reforço foi adota-da a carga variável correspondente à classe 36 da antiga NB-6. As cargas permanentes foram corrigidas para seus valores reais, obtidos através do levantamento das dimensões da estru-tura existente.

Os projetos e as especificações foram analisados e supervisionados pelo engenheiro Alfredo Arthur de Figueiredo, falecido no dia 19 de maio de 1987 e a quem devemos relevantes serviços prestados à nossa engenharia estrutural no exercício da função de servidor público do DER-RJ e da Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro.

Com o objetivo principal de encurtar o prazo de execução dos trabalhos, foram contratadas simultaneamente duas empresas especializadas em obras de reforço e de recuperação estrutural, uma para cada viaduto. A fiscalização das obras ficou a cargo do engenheiro Moysés Divan, especialista em estruturas do DER-RJ.

Antes da reabertura ao tráfego foram realizados testes de carga em todos os vãos, com o emprego de seis caminhões basculantes pesando cada um 200 kN.

5.1) Viaduto B (acidentado) As obras de reforço e de recuperação da estrutura do Viaduto B, realizadas pela empresa

Concrejato-Serviços de Engenharia S.A., de acordo com projeto elaborado pelo engenheiro Evandro Porto Duarte, da Portante-Engenharia de Projetos Ltda, estão descritas no Relato Técnico do engenheiro Nelson Ruy Amado Souto Barretto |3].

Para incrementar a resistência à torção do tabuleiro e melhorar a distribuição transversal de cargas foram acrescentadas transversinas de meio de vão em concreto armado, ligadas ao con-creto antigo por meio de chumbadores feitos com barras de aço.

As transversinas de apoio foram encamisadas com concreto e posteriormente protendidas para aumentar sua capacidade resistente.

Foi executado um reforço do tabuleiro dos trechos laterais contínuos através da introdução de cabos de protensão externa longitudinais, dispostos ao longo de todo o comprimento de cada trecho, incluídos os respectivos balanços (figura 10).

LADO Av. BRASIL

ENCONTRO

/ TRANSVERSINA ACRESCENTADA

TRANSVERSINA DE APOIO REFORÇADA

PESV1AD0R ACRESCENTADO

CABOS EXTERNOS / Fig.10 Esquema da protensão de reforço longitudinal

No interior das duas células laterais da viga-caixão foram construídos desviadores em concreto armado nos terços dos vãos, também solidarizados à estrutura existente por meio de chumbadores fixados no concreto antigo.

Na protensão longitudinal das nervuras de cada trecho lateral foram empregados quatro pares de cabos externos com sete cordoalhas de D = 12,5 mm de aço duro CP 190RB, fornecidos pela empresa MAC-Sistema Brasileiro de Protensão Ltda. Os cabos foram instalados no interior das duas células laterais da viga-caixão, paralelos ao plano da alma das nervuras e com desenvolvi-mento poligonal, desviados nos terços de vão pouco acima do topo da laje inferior por meio dos desviadores criados e nas transversinas de apoio através da passagem em furos abertos pouco abaixo do fundo da laje superior. Os cabos de protensão, dotados de ancoragens ativas em suas duas extremidades, foram montados dentro de bainhas de aço corrugadas.

Antes da aplicação da protensão, as fissuras existentes no concreto foram injetadas com resina epóxica.

Após a apl icação da protensão, os cabos foram injetados com nata de cimento e envelopa-dos em concreto armado, dois a dois, a f im de aumentar sua proteção contra a corrosão e o vandalismo.

O reforço do vão onde ocorreu o desmoronamento consistiu em demolir e reconstruir a parte extrema dos balanços ao longo de 2 m (foto 7), acrescentando armaduras de aço comum nas nervuras e no dente Gerber, calculadas e detalhadas para suportar as cargas provenientes do novo tabuleiro isostático a ser construído (foto 8).

Na protensão de cada uma das nove transversinas de apoio existentes foram utilizados quatro cabos retos instalados no interior do caixão, horizontais e paralelos às almas das transversinas, dois em cada lado, atravessando a alma das nervuras através de furos abertos nas proximidades do fundo da laje superior. As bainhas metálicas foram colocadas no interior do concreto de encamisamento das transversinas e injetadas com nata de cimento após o término da aplicação da protensão.

A reconstrução do vão Gerber foi feita com um tabuleiro composto por nove vigas pré-fabricadas protendidas com aderência inicial do tipo Premag, pesando cada uma 90 kN, l igadas por uma laje de concreto armado (foto 9). As vigas se apoiam nos consolos dos balanços reconstruídos por meio de aparelhos de apoio em neoprene fretado. A escolha desta solução deveu-se ao menor peso próprio e à faci l idade de montagem, pois as restrições quanto à interrupção do tráfego ferroviário eram muito severas, tendo todas as vigas sido lançadas por um guindaste estaciona-do na linha férrea num intervalo de tempo de apenas seis horas de uma única madrugada.

Não foi necessário fazer nenhum reforço nos pilares e nas fundações, apesar do aumento do peso próprio devido aos acréscimos de concreto e da introdução dos esforços adicionais devidos aos momentos hiperestáticos provocados pela protensão longitudinal aplicada no tabuleiro do viaduto.

Foto 7

Demolição parcial do balanço do Viaduto B durante as obras de reforço da estrutura do dente de apoio

Foto 9

Vista lateral do trecho acidentado após a construção de um novo tabuleiro no vão Gerber

5.2) Viaduto A (não acidentado) As obras de reforço e de recuperação da estrutura do Viaduto A, realizadas pela empresa

Jatocret Engenharia Ltda, foram projetadas pelo engenheiro José Luiz Cardoso. A orientação geral dos trabalhos é basicamente a mesma adotada para o Viaduto B. sendo de

notar as seguintes recomendações feitas especialmente para facilitar a manutenção e aumentar a durabil idade da estrutura:

a) fazer aberturas de janelas definitivas circulares com diâmetro de 70 cm nas lajes inferiores para permitir acesso permanente ao interior da viga-caixão do tabuleiro;

b) executar drenos com tubos de diâmetro 50 mm nos pontos mais baixos das lajes inferiores para evitar a acumulação de águas pluviais infiltradas na viga-caixão;

c) acrescentar pingadeiras nos bordos livres das lajes superiores em balanço. Na protensão longitudinal de reforço dos dois trechos laterais contínuos e do vão isostático

foram utilizados dois pares de cabos externos com 12 cordoalhas de D=12,5 mm de aço CP RB190, também fornecidos e protendidos pela MAC, montados no interior de bainhas de polietileno de alta densidade injetadas com nata de cimento. Os cabos atravessaram o concreto nos pontos de desvio introduzidos nas transversinas de apoio e nos desviadores por meio de tubos de aço galvanizado dobrados a frio, com raio de curvatura da ordem de 2 m e diâmetro levemente superior ao da bainha.

Durante a execução dos serviços de recuperação e de reforço estrutural o vão isostático foi mantido suportado por prolongadores de aço, que serviram também para levantá-lo no momento da substituição dos antigos aparelhos de apoio em neoprene fretado (foto 10). Os trechos em balanço e os dentes Gerber foram reforçados por meio do encamisamento das nervuras com concreto armado aplicado por jateamento.

Foto 10

Dois prolongadores de aço estào instalados no Viaduto João XXIII para garantir a segurança durante os trabalhos de recuperação e de reforço estrutural dos dentes de apoio

6 CONCLUSÕES O colapso dos dentes de apoio inferiores, situados no extremo do balanço, se deu basicamente

por deficiência das armaduras de suspensão e de costura: uma fissura inclinada de 45° teve início no canto reentrante do dente de apoio e prosseguiu lentamente em direção à face inferior do tabuleiro até atingir a situação de ruptura por falta de sustentação da biela de compressão.

Conforme consta do Relatório "Viaduto Faria-Timbó, DER-RJ, Memorial de Cálculo"™ :"A rela-ção vão/largura do caixão apresenta-se com valor inferior a 4, não existindo nos vãos nenhuma transversina de enrijecimento da seção transversal, o que obriga a consideração da deformação do perfil da seção transversal (efeito de flexão das lâminas) e da desigualdade da distribuição transversal das cargas nas diversas nervuras, através de cálculos mais exatos, com a considera-ção de estrutura laminar, o que não foi considerado pelo projetista. Acresça-se, ainda, a influência

da esconsidade, também não considerada no projeto original. Por outro lado. notamos na Memória de Cálculo do projeto executado um engano bastante significativo na avaliação da carga perma-nente, o que determinou valores mais reduzidos para as reações de apoio e para os esforços solicitantes das nervuras. Desta forma, ficaram prejudicados os dimensionamentos à flexão e ao esforço cortante das nervuras, das transversinas de apoio e dos dentes existentes na superestru-tura".

O exame da Memória de Cálculo do Viaduto Sampaio Corrêa, realizada manualmente sem auxílio de computador, permitiu constatar que no cálculo do peso das lajes da viga-caixão a vírgula foi posta inadvertidamente uma casa decimal à esquerda de sua posição correta, o que acarretou uma redução de 30 % no valor total da carga permanente considerada no dimensionamento da estrutura.

Como nas inspeções realizadas nos viadutos João XXIII e de Benfica foi observado este mes-mo tipo de fissura nos dentes Gerber inferiores, duas providências urgentes foram então recomen-dadas: limitar o tráfego rodoviário sobre os viadutos a veículos com no máximo 200 kN de peso total e executar obras de recuperação e de reforço estrutural nos balanços e nos dentes de apoio (fotos 11 e 12).

Foto 11

Os dentes de apoio do Viaduto de Benfica apresentavam os mesmos sinais de deterioração do Viaduto Sampaio Corrêa

Foto 12

Os dois vàos isostáticos do Viaduto João XXIII situados fora das linhas férreas foram escorados para as obras de recuperação e de reforço estrutural

O desmoronamento ocorrido no Viaduto Sampaio Corrêa serviu de alerta para a necessidade de uma inspeção cuidadosa nas estruturas dotadas de apoios em consolos curtos, a fim de verificar se elas foram corretamente dimensionadas e detalhadas, e, se for o caso, executar as obras de reforço necessárias para garantir sua segurança e durabilidade. Em 1986 o engenheiro Nelson Araújo Lima projetou as obras de alargamento e de reforma da estrutura em concreto armado da Ponte sobre o Rio Bengalas situada na Rua Sete de Setembro, em Nova Friburgo (RJ), cujos dentes Gerber foram encon-trados em péssimo estado de conservação, necessitando de reparos urgentes.161

Os apoios articulados constituem elementos delicados da estrutura e devem ser estudados e detalha-dos com cuidados especiais, exigindo uma primorosa execução. No projeto estrutural do Viaduto Sampaio Corrêa, o detalhamento das armaduras dos dentes Gerber inferiores foi feito na escala 1:100, escala inadequada até mesmo para representar a armação das vigas de pequeno porte comumente empregadas nas estruturas prediais, que são em geral desenhadas na escala 1:50. A partir dos anos 70 o grau de detalhamento das estruturas melhorou muito e hoje a armadura de um dente Gerber deve ser apresenta-da em escala da ordem de 1:25 e com todos os seus detalhes ampliados para assegurar a perfeita definição dos diversos tipos de armadura mostrados na figura 6.

Este acidente, que poderia ter causado uma tragédia de grandes proporções, comprova a necessi-dade de implantação de um Sistema de Gerenciamento de Obras de Arte Especiais (SGO), única maneira racional de manter as estruturas em bom estado de conservação, garantindo sua segurança e seu bom funcionamento com menores gastos, evitando assim o desperdício dos recursos públicos.

No SGO todas as estruturas são cadastradas e vistoriadas de modo rotineiro, o que permite priorizar as obras de manutenção mais urgentes dentro de um planejamento financeiro otimizado.

Em 1994 o DNER-Departamento Nacional de Estradas de Rodagem, que tem sob sua respon-sabilidade cerca de 6.000 pontes e viadutos espalhados por todo o país, começou a implantação de um SGO, tarefa atribuída ao IPR-Instituto de Pesquisas Rodoviárias. A coordenação da pesqui-sa, que deverá terminar no final de 1998, está a cargo do engenheiro Jairo Campos, da Pontis-Consultoria e Projetos de Engenharia Ltda.

Em junho de 1983 a revista Seaerj-Edição Especial, editada pela Sociedade dos Engenheiros e Arquitetos do Estado do Rio de Janeiro, publicou um artigo redigido pelo engenheiro Nelson Araújo Lima 151 alertando sobre a necessidade da criação, no âmbito da Secretaria Municipal de Obras e Serviços Públicos da Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro, de um Serviço de Patologia do Concre-to e de Recuperação Estrutural, a ser encarregado do cadastramento, do controle e da manutenção de todas as estruturas das obras públicas sob a responsabilidade do município, realizando vistorias de inspeção rotineiras com o registro dos laudos, o gerenciamento e a fiscalização técnica das obras de reforço ou de reparação estrutural. O objetivo deste trabalho seria prevenir acidentes com danos pessoais e materiais, além de economizar o dinheiro público, pois um pequeno reparo feito em tempo hábil evita os reparos custosos e os prejuízos decorrentes de acidentes mais graves causados pela falta de manutenção.

AGRADECIMENTOS Agradecemos ao engenheiro Moysés Divan a valiosa colaboração prestada na pesquisa e na

obtenção de dados técnicos relativos às obras de recuperação e de reforço da estrutura do Viaduto Sampaio Corrêa, realizadas em decorrência do acidente aqui relatado.

BIBLIOGRAFIA

1. Pucher A (1957).Concreto Armado-Fundamentos e Aplicação em Estruturas e Pontes, tradução do engenheiro Leo D. Starhan. Editora Globo. Porto Alegre. Brasil.

2. Robinson J-R (1975), Éléments Constructifs Spóciaux du Bóton Armó. Editions Eyrolles-Paris, France. 3. Barretto NRAS (dez/1987). Recuperação Estrutural do Viaduto Sampaio Corrêa, palestra apresentada no

Simpósio de Corrosão em Estruturas de Obras de Arte no DER-RJ. Rio de Janeiro. Brasil. 4. Cardoso JL (1986). Viaduto Faria-Timbó.DER-RJ. Memorial de Cálculo. Rio de Janeiro. Brasil. 12 páginas. 5. Lima NA (jun/1983). O futuro-Perspectivas para o Futuro, art igo publicado na Edição Especial da Revista Seaerj

da Sociedade dos Engenheiros e Arquitetos do Estado do Rio de Janeiro. Rio de Janeiro. Brasil. 6. Lima NA (julho/1986). Recuperação e Reforço da Ponte sobre o Rio Bengalas na Rua Sete de Setembro em

Nova Friburgo (RJ) e a Questão dos Dentes Gerber. palestra apresentada na Associação de Engenheiros e Arquitetos de Nova Friburgo, Rio de Janeiro. Brasil.

PONTE SOBRE O RIO TAQUARI NA BR-386/RS: A PONTE QUE QUASE RUIU

JAIRO ROBERTO CAMPOS c SANTOS F.ng0 Civil, Diretor «Ia Pontis Consultoria c Pro jetos l.tda. c Coordenador tios Serviços de Implantação

d o Sistema dc Gerenciamento dc O A I l s do DNlvR SÉRGIO MARQUES FERREIRA DE ALMEIDA

Msc , F.ng" Civil, Prof . d o Departamento de F.ngcnharia Civil da Universidade Federal Fluminense c Consultor da Pontis Consultoria c Projetos Ltda. c d o Sistema dc G c r c n c i a m c n t o dc OAF.s do DNF.R

Fim de tarde num certo dia de julho de 1994. Toca o telefone no nosso escritório: é o engenhei-ro João Manoel, Chefe do Serviço de Engenharia do 109 Distrito Rodoviário Federal, a regional do DNER no Estado do Rio Grande do Sul. João Manoel - velho companheiro de desafios que a vida profissional nos lança - nos comunica, no seu estilo sempre direto e sem rodeios: "Um trecho da superestrutura da ponte sobre o rio Taquari na BR-386 cedeu e está ameaçando desabar. Quero que vocês venham o quanto antes, o mais rápido possível, para avaliar a segu-rança da ponte e assessorar tecnicamente o Distrito. João ainda nos narra que o 109 Distrito prontamente interditara a ponte ao tráfego, como medida acautelatória.

Ao desligar o telefone, pusemo-nos a rememorar o que conhecíamos sobre a referida ponte. Era então um conhecimento superficial e indireto, decorrente de nosso envolvimento com uma outra ponte sobre o mesmo rio Taquari, obra de duplicação da estrada, na época em fase de construção.

Havíamos elaborado o projeto estrutural dessa nova ponte, cuja execução estava a cargo da Construtora Camargo Corrêa. Na ocasião os serviços de construção achavam-se paralisados por falta de verba, estando prontos somente as fundações e alguns pilares. O trecho da Rodovia BR-386 no local possui um volume de tráfego médio diário da ordem de 18.000 veículos, sendo que a ponte antiga com riscos de desabamento constituía a única ligação viária entre as cidades de Lajeado e Estrela, cada qual situada numa das margens do rio Taquari.

I 2 | DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DA PONTE

A ponte antiga possui cerca de 248 m de comprimento, excluídos os dois encontros, e largura de 10,60 m (foto 1). A superestrutura, que já recebera protensão de reforço com cabos externos em época anterior, é em concreto protendido e composta de cinco vãos medindo (de eixo a eixo de apoio) respectivamente 39,48 m; 56,00 m; 60,00 m; 56,00 m; e 36,48 m. Para vencer os três vãos centrais adotou-se um sistema constituído de vigas Gerber com 36,00 m de vão, apoiadas através de dentes Gerber nas extremidades de vigas em balanço com 8,00 m de comprimento, as quais se engastam em pilares aporticados. Isso determinou vãos livres de 52,00 m nessa região. A 3eção transversal do tabuleiro é estruturada por meio de duas vigas protendidas seção T ligadas entre si por uma laje superior e transversinas de concreto armado. As figuras 1, 2 e 3 ilustram essa descrição.

COMPRIMENTO TOTAL DA O B R A D O TABULEIRO - 247,96 metro»

1030 3948 5600

El . P I

MEDIDAS EM CENTÍMETROS

6000

N.A.

5600 3648 1030

P2 E2

- - P 3 - P4 Esquema geral da ponte

VISTA L A T E R A L C O R T E L O N G I T U D I N A L

D e t a l h e d o v ã o P 2 - P 3

. 800 •400. 800 1800 1800 , 800 . 4 0 0 . *

800 , 400 400

1 1 1 I H N.A.MAX.-283.20 1 1

P2A P2B RAC1IADURA

6000 -

P3A •

P3B

MEDIDAS EM CENTÍMETROS

S e ç ã o t r a n s v e r s a l d a p o n t e

1 2 0

1060

820 120

110 37

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35

r * §

f-160

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^ • 160

4 -

MEDIDAS F.M CENTÍMETROS

3 HISTORICO DO PROBLEMA Os problemas da ponte sobre o rio Taquari remontam à época da sua construção, no início da

década de 60, e são decorrentes em grande parte do estágio de conhecimento, ainda incipiente, que então se tinha sobre a técnica de projetar e construir em concreto protendido.

O problema principal corresponde a uma insuficiência congênita de capacidade de suporte à flexão apresentada pelo vigamento principal da ponte, em face das cargas de utilização.

Outros aspectos secundários, decorrentes da esbelteza das peças estruturais - tais como excessiva deslocabilidade dos pilares e forte grau de vibração do tabuleiro - contribuíram para intensificar o problema com o decurso dos anos e com o aumento da freqüência de cargas pesadas.

Pelo ponto de vista de projeto, os seguintes fatores contribuíram para a geração dos problemas: • a concepção da forma da superestrutura (ver figura 3), que conduziu a um vigamento prin-

cipal cujas características geométricas possuíam baixo rendimento para resistir a momentos fletores negativos: momentos de inércia e módulos resistentes inadequados;

• a subestimação das perdas de tensão no aço de protensão, principalmente as perdas diferidas (por fluência mais retração do concreto e por relaxação do aço);

• uma possível escolha de sistema de protensão inadequado. Na época eram utilizados vá-rios sistemas de protensão - atualmente abandonados - que conduziam à implantação de esforços de protensão efetivos menores do que os calculados em projeto.

Pela ótica de construção colaboraram para o surgimento dos problemas: • a ocorrência de perdas por atrito nos cabos de protensão muito superiores às perdas

estimadas; • dificuldades na materialização da aderência entre a armadura protendida e o concreto da

viga principal.

A conjugação desses fatores, reforçada pelo fato da ponte possuir vãos de certa envergadu-ra, levaram a estrutura a apresentar um comportamento anômalo desde a sua inauguração. Tais disfunções obrigaram o DNER a realizar quatro intervenções corretivas de natureza estrutural ao longo dos pouco mais de 30 anos em que a ponte permaneceu em serviço:

1a intervenção) Reforço, na época da inauguração da obra, com cabos de protensão não aderen-tes, para aumentar a capacidade resistente das vigas principais no que concerne à flexão e ao cisalhamento. Esse reforço foi executado com cabos poligonais exter-nos envelopados por uma capa de concreto, tendo sido utilizado em todos os vãos da ponte, inclusive nos vãos Gerber, e nos pórticos de apoio em duplo balanço.

22 intervenção) Reforço, tempos depois, dos pilares para aumentar a rigidez transversal dos apoios, mediante a execução de um tímpano ligando transversalmente os pila-res dois a dois.

3a intervenção) Instalação de prolongadores metálicos - constituídos de perfis de aço - nas seções do vigamento correspondente às articulações Gerber, a fim de tornar mais efetivas as condições de apoio dos vãos Gerber. Esses prolongadores, fixados nas extremidades dos balanços que partem dos pórticos de apoio, sus-tentavam as vigas Gerber pelo infradorso (ver figura 4).

4a intervenção) Novo reforço, este em meados dos anos 80, para aumentar a capacidade à flexão do vigamento nas seções de apoio. Desta feita foram empregados cabos horizontais de protensão, localizados entre as vigas principais e ancorados jun-to à laje, para combater os momentos fletores negativos (ver figura 4).

Em síntese, tal era o histórico das intervenções executadas na ponte, quando fomos solicita-dos a dar suporte técnico para contornar esta que seria a última - e certamente a mais grave -ocorrência na ponte: a ruptura de ambas as vigas principais numa seção junto a um dos apoios.

Fig.4 Detalhe dos 3 9 e 4* reforços

I~4~l APRESENTAÇÃO DO ACIDENTE Ao chegarmos ao local da ponte, na manhã seguinte à ocorrência dessa ruptura de vigamen-

to, pudemos constatar que o quadro que se apresentava era efetivamente de grande gravidade. Com efeito, o vão P2 - P3 onde ocorrera o problema possui 60,00 m de vão entre os eixos dos pórticos de apoio, ou seja, 52,00 m de vão livre. Esse vão livre é vencido por dois vigamentos em balanço, de 8,00 m partindo de cada pórtico de apoio, os quais sustentam um trecho central em viga Gerber com 36,00 m de comprimento.

O seccionamento do vigamento principal ocorrera exatamente no trecho de viga em balanço que parte do apoio P2, fundamental para a sustentação do vão Gerber (foto 2). O processo de ruptura caracterizava-se por uma trinca de grande abertura (melhor dizendo, rachadura) inclina-da, típica de cisalhamento. A fenda se desenvolvia desde a parte superior da viga, ao nível da laje na seção situada próxima à articulação Gerber, até o talão inferior na seção de engaste da viga em balanço, onde ela possuía abertura mais reduzida (fotos 3 e 4). Esse tipo de trinca aparecia em ambas as vigas principais, na mesma seção transversal da ponte.

Essa descontinuidade estrutural provocou o surgimento de um degrau com cerca de 5 cm de altura ao nível da pista, entre um lado e outro da trinca, o qual, associado à rotação do trecho de viga abaixo da trinca (isto é, o trecho corresponde à extremidade livre do balanço), provocou um arriamento da ordem de 15 cm na extremidade do balanço. Praticamente a ponta do balanço ficou pendurada precariamente na seção de apoio através dos cabos de protensão inclinados, os quais, funcionando como tirantes (alguns deles chegando inclusive a sofrer escoamento), impediram a queda dessa ponta de viga em balanço. E, convém lembrar, essa ponta de balanço assim pendurada nos tirantes improvisados sustentava uma das extremidades do vão Gerber biapoiado pesando cerca de 5500 kN.

De fato, aquela seção da ponte apresentava-se em estado muito crítico havendo risco iminen-te de perda de estabilidade e desabamento do segmento de viga em balanço, e, conseqüente-mente, do tramo em vigas Gerber que nele se apoiava. Em vista disso, confirmamos o acerto do 109 Distrito Rodoviário do DNER ao interditar a ponte ao tráfego na véspera.

PROVIDENCIAS TOMADAS Logo após a vistoria técnica emergencial, participamos como consultores de reunião dirigida

pelo eng9 Haroldo Mata, Chefe do 10ç Distrito Rodoviário Federal do DNER, pessoa de grande objetividade e discernimento nas decisões. Estavam também presentes outros engenheiros e técnicos do DNER, da Regional Sul da Camargo Corrêa, da Construtora Sogel e das demais entidades envolvidas. Nessa reunião foram tomadas as seguintes decisões principais:

a) Providências operacionais e administrativas • Interdição completa do tráfego na ponte até que se executassem medidas mínimas para

melhoria das condições de segurança da estrutura; • Retomada imediata, em ritmo acelerado, dos serviços de construção da ponte nova de

duplicação da rodovia, objetivando a sua colocação em serviço o mais rápido possível.

A decisão de interdição completa do tráfego obrigou a busca de rotas alternativas nas malhas rodoviárias federais e estaduais, de modo a reorientar o tráfego na região. Visando restabelecer a ligação entre as cidades de Estrela e Lajeado para veículos pesados foram executadas rampas de acesso nas margens do rio Taquari para possibilitar a travessia através de balsa.

Para acelerar o ritmo de construção da ponte de duplicação - cuja superestrutura seria execu-tada em balanços sucessivos - foram feitas adequações ao projeto original buscando principal-mente a redução da idade do concreto na ocasião da aplicação das protensões, tendo sido introduzidos blocos pré-moldados de concreto nas regiões de ancoragem dos cabos e adotado cimento de alta resistência inicial no concreto das aduelas.

b) Providências específicas para restabelecimento provisório do tráfego na ponte • Execução de reforço provisório na estrutura da ponte, em caráter de emergência. Este

reforço contemplava apenas a região do vigamento seriamente comprometida, visando afastar o risco de desabamento daquele trecho de ponte;

• Gestões junto ao Comando Militar do Sul, para que fosse acionado o 3° Batalhão de Engenharia (39 BEC) com a finalidade de instalar provisoriamente uma ponte militar tipo Bayle vencendo o vão sinistrado;

• Instalação da ponte Bayle somente após a realização do reforço provisório; • Liberação do tráfego através da ponte Bayle apenas para veículos leves (automóveis de

passeio, táxis e pequenos utilitários); • Estabelecimento de plano para monitoração da região afetada da viga por um período de

quatro a seis meses, correspondente ao prazo previsto para a conclusão da ponte da duplicação.

O reforço provisório constou de encamisamento com "grout" fluido da parte inferior da viga na região do apoio (mesa comprimida), injeção das trincas com argamassa epoxídica e execução de dois quadros em concreto armado para suspensão das cargas atuantes na parte inferior da viga, abaixo da trinca. A figura 5 ilustra de forma esquemática o reforço provisório executado.

A ponte tipo Bayle dupla-dupla foi cedida pelo 39 BEC por um prazo máximo de quatro meses e possuía 54,00 m de comprimento. Esta ponte militar era constituída por duas vigas invertidas formadas, cada uma delas, por dois pares de treliças metálicas superpostas, conforme ilustrado na foto 5. A instalação da ponte Bayle se deu por lançamento a partir do vão adjacente ao sinistrado sem em nenhum instante apoiar-se neste último.

Os apoios da ponte Bayle foram constituídos por sapatas apoiadas na laje superior sobre os dois pares de pilares P28 e P3A , ficando portanto inteiramente vencido o vão sinistrado (foto 6). Tendo em vista a grandeza do vão vencido pela ponte Bayle (52 m) sua capacidade de carga ficou muito reduzida permitindo apenas a passagem de veículos leves. Todavia ela foi fundamen-tal para garantir o fluxo do tráfego ligeiro na estrada por vários meses, principalmente o do tráfego local entre Lajeado e Estrela. Os veículos de carga pesados continuaram a fazer a tra-vessia do rio por meio de balsa nesse período.

Por medida de segurança adotou-se um plano de monitoração da estrutura que constou da medição dos deslocamentos verticais na região dos dentes Gerber através de nível topográfico, controle da reabertura da fissura através de testemunho de vidro e inspeções visuais sistemáti-cas da região afetada.

Com base em diversas investigações levadas a efeito (vistorias complementares da superes-trutura, análise e interpretação dos resultados colhidos na monitoração, assim como inúmeras verificações analíticas e estruturais) concluímos que a vida útil e a capacidade de suporte da ponte problemática apresentavam-se irremediavelmente comprometidas. Seria, portanto, um desperdício de tempo e de recursos tentar executar uma nova e custosa recuperação do tabulei-ro, de duvidosa eficácia. Desta forma optamos por recomendar que o DNER demolisse a supe-restrutura da ponte antiga, substituindo-a por outra inteiramente nova. As fundações e pilares poderiam ser aproveitados, tendo, no entanto, de ser reforçados.

Na época em que ocorreu este colapso ainda não existiam no país Sistemas de Gerenciamento de Obras de Arte Especiais que permitissem, através de metodologias específicas, antecipar-se ao agravamento do problema e programar intervenções corretivas em tempo hábil. Atualmen-te com o DNER já dispondo de tal sistema, denominado SGO, cujo desenvolvimento e implanta-ção coordenamos, situações de emergência como a descrita no presente artigo tenderão a se tornar cada vez mais raras nas rodovias federais.

O REFORÇO PROVISÓRIO

CONCLUSÕES

REFORÇO DA ZONA B: EXECUTAR OUADROS PARA SUSPENSÃO DAS CARGAS E COSTURA K INJEÇÃO DAS TRINCAS

• /

QUADROS PARA SUSPENSÃO DAS CARGAS

55: 55:

-180

D

REFORÇO DA ZONA A: EXECUTAR O ENCAMISAMENTO DA PARTE INFERIOR DA VIGA E A INJEÇÃO DA TRINCA.

MEDIDAS EM CENTÍMETROS

D d«25

0

N o \ N

R E F O R Ç O E X I S T E N T E

Q U A D R O DE SUSPENSÃO A E X E C U T A R

Detalhe do reforço provisório 20 20

/ / \ \

CORTE AA (Seção transversal do

quadro de suspensão)

8 AGRADECIMENTOS Aproveitamos a ocasião para externar os nossos sinceros agradecimentos aos engenheiros

do DNER Haroldo Mata, João Manoel da Silveira e Mário César, respectivamente, Chefe Distrital, Chefe de Serviço de Engenharia e Engenheiro Residente, pela confiança depositada nos nos-sos serviços de consultoria estrutural, assim como gostaríamos de registrar a eficiência dos colegas da Construtora Camargo Corrêa, da Sogel e do 3° BEC do Exército Brasileiro, que foram fundamentais para a rápida e correta execução das providências necessárias.

A ponte colapsada foi definitivamente desativada em fevereiro de 1995, quando da inaugura-ção e abertura ao tráfego da nova ponte, cujo prazo de execução foi bastante abreviado graças à atuação eficiente da Construtura Camargo Corrêa.

REGISTRO FOTOGRÁFICO

Vista lateral da ponte

Foto 2

Detalhe da região colapsada

Detalhe da rachadura da viga vista pelo lado interno do tabuleiro

Foto 4

Detalhe da rachadura da viga vista pelo lado externo do tabuleiro

Foto 5

Vista geral da ponte Bayle instalada

Foto 6

Detalhe da sapata de apoio da ponte Bayle

RECUPERAÇÃO E REFORÇO DA PONTE DOS REMÉDIOS LENIVALDO AGUIAR DOS SANTOS, LUCIANO MÁRIO SCHIROS,

HUMBERTO CAMINHA DA SILVA e WALTER FARINELLI Iis-tc-Rccstrutura Engenharia l.tJa. c

Tccponi Ivngcnharia ilc Projetos S/C Lula.

• INTRODUÇÃO No dia 3 de junho de 1997 a Ponte dos Remédios sobre o rio Tietê e as vias marginais na

cidade de São Paulo entrou em processo de colapso, exigindo procedimentos de emergência. Sem manutenção estrutural desde sua construção em 1968, uma trinca com 1 cm de abertura na seção de 6 m de altura no apoio Ap 5 da Ponte Sul ampliou-se bruscamente para uma rachadura com 15 cm. Foram realizados trabalhos de alto risco para evitar um acidente de grandes proporções, que causa perda de confiança da população nas obras públicas e danos irreparáveis ao conceito da engenharia.

I 2 l DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DA PONTE DOS REMÉDIOS A Ponte dos Remédios foi construída pelo DER-CEA em 1967/68. A travessia, que se desenvolve

com esconsidade em relação ao rio Tietê, assim como sobre as vias marginais de ambos os lados do rio, é constituída de duas obras isoladas, designadas por Ponte Norte e Ponte Sul, separadas no centro por um canteiro central, com largura total de 24 m (ver foto 1). Uma das primeiras obras brasileiras concebidas para construção pelo processo de balanços sucessivos, a estrutura de cada obra pode ser descrita pelas seguintes características, conforme mostrado na figura 1:

• Trecho de Acesso no lado de Osasco: três vãos isostáticos de 30 m com estrutura em grelha de quatro vigas protendidas, com altura estrutural de 2,50 m;

• Trecho Principal : em dois caixões fechados de seção variável, protendidos longitudinal-mente para vencer os três vãos contínuos, ou seja, dois vãos extremos de 73 m e um vão central de 96 m. Neste trecho, a altura estrutural varia de 2,50 m nos apoios extremos e no centro do vão do rio para 6,00 m nos apoios intermediários;

• Trecho de Acesso no lado da cidade de São Paulo: dois vãos isostáticos de 30 m com estrutura em grelha de quatro vigas protendidas, com altura estrutural de 2,50 m.

Foto 1

FncCfltrO 1 Osasco

Ponto tios Romôdk» Ponte Sul - Encontro?

S«fc> Pa i/o

Vista gera l da Ponte d o s Remédios no Lado Su l

Elevação esquemát ica da Ponte d o s Reméd ios

1 3 | O ACIDENTE No dia 3 de junho de 1997, um funcionário da Prefeitura de São Paulo que passava com

freqüência pelo local, notou que ocorrera uma grande deformação no vão central da Ponte Sul. Acionados os órgãos competentes, a ponte foi interditada, originando o grande drama que afetou o cotidiano da cidade de São Paulo. O fato repercutiu em todo sistema viário da região Centro/ Sul por se tratar da interligação das principais rodovias do Brasil.

Ao chegarmos ao local deparamos com o desenvolvimento de um mecanismo de ruptura no Trecho Principal caracterizado pela existência já de três rótulas plásticas, uma no apoio interme-diário Ap 5 do vão central (ver fotos 2 e 3) do lado de Osasco que apresentava uma rachadura com abertura de 15 cm na laje superior, e outras duas dispostas nos terços dos vãos contíguos a este apoio (ver fotos 4 e 5).

Foto 2

Vista lateral da rachadura na seção d o apo io A p 5

Foto 3

Vista super io r da rachadura na seção d o apo io A p 5

Rachadura no vão centra l v is ta pe lo lado ex terno

O trabalho em arco do vão central, no decorrer do processo, deu origem a grandes esforços horizontais de compressão, esforços estes que foram transmitidos aos pilares e encontros atra-vés das vigas protendidas dos vãos de 30 m. A ação destes esforços nos banzos inferiores, já comprimidos pela protensão das referidas vigas, esgotou as tensões resistentes em pontos localizados de algumas das peças.

No exame da seção rompida na posição do apoio Ap 5, observou-se que os fios de aço dos 18 cabos que deveriam estar dispostos na primeira camada (canaleta na face superior da laje) não foram encontrados e que quase todos os 10 cabos da segunda camada apresentavam-se rom-pidos (em primeiro exame verificou-se 26 cabos rompidos por viga) (ver foto 6). Segundo os detalhes do projeto, estes cabos de 12 fios de 7 mm de aço duro para protensão CP 140/160 foram considerados como unidades de protensão não aderentes para 400 kN. Avaliada com base nos conhecimentos técnicos atuais, esta unidade de protensão teria apenas força efetiva da ordem de 340 kN.

Foto 7

Ruptura das v igas d o s vãos ex t remos do Trecho Pr inc ipal

Esta situação refletia uma perda de resistência nas seções próximas deste apoio da ordem de 74% da solicitação com a estrutura carregada somente com as cargas permanentes.

Refletindo sobre as condições em que aconteceram as anomalias, devemos ressaltar que, em face das grandes aberturas das rachaduras, os outros cabos ainda não prejudicados pela corro-são teriam rompido se fossem aderentes e o colapso total poderia ter ocorrido.

Esta condição refletiu-se na estrutura dos três vãos contínuos transformando-a. praticamen-te, em vão extremo isostático (vão sobre as vias marginais do lado Osasco) e dois vãos contínu-os. visto que o esgotamento da seção do apoio Ap 6 não havia ocorrido, apesar da ampliação sensível dos esforços nesta seção com a formação das rótulas já descritas.

ANALISE DAS CAUSAS DO ACIDENTE Apesar de acreditarmos que todos os esforços tenham sido concentrados no sentido de aten-

der aos procedimentos técnicos conhecidos nos anos 60, devemos reconhecer que a incipiente

tecnologia mundial do concreto protendido da época é uma das causas da baixa durabilidade das obras construídas no período.

Nos dias de hoje, é conhecimento notório que o aço de protensão disponível naquela oportu-nidade e utilizado na obra, o aço duro para protensão CP 140/160, não era aliviado de tensões, portanto, sujeito a perdas de tensão por relaxação com percentuais muito maiores que os adotados nos cálculos. As bainhas de folha de flandres utilizadas não garantiam a vedação perfeita na concretagem e criavam atritos que reduziam sensivelmente a eficiência da protensão. As inje-ções de nata de cimento, executadas com bombas manuais, não garantiam nem a aderência da armadura, nem a proteção contra a corrosão.

Realizado o cadastramento das anomalias existentes na estrutura, confirmaram-se as informações colhidas de não terem sido realizados serviços de manutenção desde a sua construção. Por outro lado, constatou-se que haviam sido implantadas defensas ladeando as pistas e feitos recapeamentos suces-sivos, estando o pavimento atual com espessura muito superior àquela prevista em projeto.

A falta de manutenção preventiva, aliada à ampliação das cargas permanentes e à relaxação da armadura de protensão, deu origem à abertura de fissuras na seção de momento fletor máxi-mo negativo, ou seja, nos apoios intermediários da estrutura do Trecho Principal. Segundo infor-mações colhidas, há cerca de um ano atrás, uma destas fissuras, a do apoio Ap 5 da Ponte Sul, apresentava já uma abertura da ordem de 1 cm.

Podemos então deduzir que, com o passar do tempo, a infiltração de águas aliada a uma deficiente injeção de calda de cimento nas bainhas acelerou o processo de corrosão dos fios componentes dos cabos mais superficiais da seção. Desta forma, iniciou-se o processo progres-sivo de ruptura dos cabos de protensão até o instante em que os esforços solicitantes em servi-ço ultrapassaram o estado limite último daquela seção específica. A formação da rótula plástica neste apoio (Apoio Ap 5) aumentou as solicitações nas seções dos vãos adjacentes, locais onde surgiram novas rótulas, e a estrutura deste trecho central somente não perdeu sua estabilidade em virtude de que a seção do apoio oposto Ap 6 resistiu ao esforço majorado daí resultante.

| 5 l PROCEDIMENTOS DE EMERGÊNCIA E RECUPERAÇÃO DA OBRA Em face do quadro crítico em que se encontrava a obra, foram adotados os seguintes proce-

dimentos de emergência: • Interdição total do tráfego na ponte e nas pistas das vias marginais que passam sob a

ponte; • Instalação de equipamentos para o monitoramento da estrutura em pontos predetermina-

dos nas duas estruturas, conforme mostrado na figura 2. Durante a execução dos serviços ini-ciais, o monitoramento das deformações permitiu acompanhar a procura da estrutura por novas condições de equilíbrio, ressalta-se que ainda instáveis, até o momento em que foram protendidos os tirantes que ampliaram a resistência da seção rompida sobre o apoio Ap 5.

Sâo Pauto Elevação

f Ap6

Osasco

í Ap5 Ap4

Controle de recalques nos pon tos P4 e P5

3 rr T5 eu

S V P - I A T I N A I N S T R U M E N T A Ç Ã O PINOS P A R A CONTROI P DF. RECALQUE^ P 4 E P5 (RUPTURA)

PONTE O O S REMÉDIOS FASE DA PROTENSÃO

/06 0 5 / 0 6 T e m p o ( D o t o )

0 9 / 0 6 1 3 / 0 6 ( 1 3 / U 6 / 9 7 )

P 4 — P 5

Determinou-se, também, que no caso de se perceber qualquer anomalia, como o aumento da velocidade das deformações da estrutura sob monitoramento, a obra deveria ser imediatamente evacuada. Este fato ocorreu em quatro oportunidades, sendo que a mais crítica aconteceu na noite do quinto dia de trabalho, quando a temperatura registrada foi a mais baixa do período e a movimentação da estrutura chegou a uma velocidade de 6 mm/15 min, provocando sons (esta-los) de rompimento do concreto, exigindo a evacuação imediata dos operários e técnicos que trabalhavam naquele momento;

• Execução de operação para o alívio de cargas, reduzindo os riscos de uma ruptura brusca, com a remoção do pavimento. Foram abertas janelas para acesso aos caixões, tomando-se o cuidado de não abalar os cabos existentes. Devido à gravidade da situação, estes serviços foram executados com equipamentos pneumáticos leves;

• Foi projetado e executado escoramento com torres tubulares e perfis metálicos com funda-ção direta sobre o pavimento e fundação em estacas injetadas fora desta área, nos dois vãos extremos do Trecho Principal, sobre as vias marginais;

• Foi projetado e executado reforço com cabos provisórios horizontais protendidos sobre a laje superior na região do apoio Ap 5 e a costura com barras de aço das trincas principais no sentido de sustar o processo de ruptura, ampliando-se a resistência das rótulas (ver figura 4).

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Reforço c o m cabos de protensão provisór ios Ap 5

A protensão foi realizada em duas etapas, a primeira, cordoalha por cordoalha, com 50% da carga prevista com o objetivo de sustar as deformações crescentes do tabuleiro. Terminada esta etapa foi executada a costura das trincas de vão que apresentavam um rápido processo de fechamento. Nesta oportunidade, com o crescimento da resistência do concreto dos blocos de ancoragem dos cabos provisórios, tornou-se seguro realizar o término da protensão destes ca-bos preliminares.

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Fig. 5

Comparação entre os esforços solicitantes

Sustado o processo de colapso da estrutura com a conclusão dos serviços de escoramento dos vãos sobre as vias marginais e da primeira etapa de protensão da laje, foi aberto o tráfego das vias marginais e realizada uma vistoria completa da obra para a anotação de todas as anomalias resultantes do processo, passando-se então a analisar em detalhes as condições reais de recuperação, com a comparação dos esforços solicitantes finais e os resistentes resi-duais (ver figura 5). Verificada a plena viabilidade de recuperar integralmente os parâmetros nor-mais de segurança e utilização da obra, foi estabelecido o seguinte planejamento de serviços:

• Grauteamento e injeção das trincas; • Execução da protensão dos cabos no apoio Ap 6; • Execução do reforço com protensão dos cabos complementares que se desenvolvem ao

longo de todo o tabuleiro do Trecho Principal, objetivando a reposição das perdas de protensão ocorridas nestes 30 anos. A execução das ancoragens e desviadores, montagem e protensão destes cabos de 10 cordoalhas de CP-190RB-15,2 pelo interior dos caixões seguiram, com rigor, os detalhes e especificações técnicas fornecidos em projeto (ver figuras 6 e 7);

Esquema da protensão de reforço

Fig. 7

Envoltória dos momentos fletores solicitantes e momentos nucleares de protensão

• Restauração das vigas do vão de 30 m lado Osasco que haviam rompido por compressão; • Restauração das anomal ias localizadas, como armaduras expostas no interior dos

caixões, ajuste ou substi tuição dos aparelhos de apoio dos vãos de acesso e reinjeção dos cabos originais;

• Execução do pavimento alteado em concreto estrutural de alto desempenho (concreto com microssílica) e incorporado à laje do tabuleiro através de colmeias de concreto celular;

Considerando a gravidade dos problemas envolvidos na ocorrência que quase resultou na destruição brusca da Ponte dos Remédios, julgou-se indispensável comprovar publicamente a eficiência do programa de recuperação realizado, através de ensaios de carga x deformação levados até o limite máximo de carregamento móvel para o qual a obra foi projetada. Objetivando provocar solicitações mais próximas possíveis daquelas calculadas como determinantes, foram realizados seis carregamentos seqüenciais no tabuleiro do Trecho Principal, parte crítica da estrutura (ver foto 8).

Foto 8

Prova de carga da ponte reforçada

A análise comparativa das deformações teóricas com as deformações medidas durante o ensaio permitiu concluir que a estrutura restaurada apresenta comportamento elástico para os carregamentos máximos em serviço.

CONCLUSÃO Com base nos estudos realizados podemos concluir que as obras em questão apresentam

condições plenas de recuperação das características de resistência, segurança, funcionalidade e durabilidade idênticas às de uma obra nova. Após a execução deste trabalho, devemos enaltecer o pioneirismo da Prefeitura do Município de São Paulo que, primeira a publicar um Código de Obras e a adotar como lei as Normas Brasileiras, demonstra hoje de forma incontestável que com os produtos disponíveis e a tecnologia atual, a Engenharia Nacional tem competência para restaurar, recuperar e reforçar qualquer tipo de estrutura viária, fornecendo plenas condições de segurança, utilização e durabilidade.

VARANDAS E MARQUISES

O DESMORONAMENTO DA MARQUISE DO HOSPITAL MUNICIPAL BARATA RIBEIRO

N E L S O N ARAÚJO L I M A I engenheiro c Diretor tia Divisão ik- Kstruturas da Secretaria de O b r a s c

Serviços Públicos da Cidade d o Rio de Janei ro (1963 a 1988)

J j INTRODUÇÃO O desmoronamento de um trecho da marquise do Hospital Municipal Barata Ribeiro ocorreu no

início da noite de 4 de janeiro de 1996, durante um forte temporal que se abateu sobre a cidade do Rio de Janeiro.

O hospital foi inaugurado em 1948 no subúrbio da Mangueira e presta atendimento público em ortopedia e traumatologia, cirurgia plástica reparadora e odontologia para excepcionais. O prédio principal é composto por três andares: pavimento térreo, primeiro pavimento e segundo pavimento (fotol). Os dois pavimentos mais altos são dotados de varanda ao longo de toda a fachada da frente do prédio e a marquise acidentada funciona como cobertura para a varanda do segundo pavimento.

A queda dos escombros danificou seriamente a mureta de proteção no bordo da varanda do segundo pavimento e provocou o lançamento de detritos no pátio do andar térreo. Apesar do funcionamento normal das enfermarias instaladas nos três andares do prédio com acesso direto às varandas, o acidente não causou vítimas entre os pacientes e funcionários do hospital, limitan-do-se felizmente a provocar apenas danos materiais. A Defesa Civil do município, acionada pela administração do hospital, interditou as áreas afetadas pelo acidente nos três andares, os paci-entes tendo sido transferidos para outras enfermarias situadas em posição considerada fora de risco. Para prevenir novos desmoronamentos foi providenciado o escoramento de toda a marquise remanescente, apoiado diretamente no piso da varanda do segundo pavimento.

Foto 1

Vista da fachada principal do prédio no trecho de marquise desmoronado

I 2 | DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DA MARQUISE Como o projeto estrutural e a respectiva Memória de Cálculo do prédio não foram encontrados

para serem examinados, foi necessário providenciar a execução de um levantamento cadastral das fôrmas e das armações da estrutura da marquise, além de realizar ensaios e prospecções para avaliar as propriedades mecânicas do concreto e do aço utilizados.

A estrutura da marquise é constituída por uma laje em balanço com 2,40 m de vão livre, execu-tada em concreto armado com a seção transversal mostrada na figura 1.

RIPA

Fig. 1

Seçáo transversal da marquise acidentada

DETALHE ( fundo do co lho)

MANTA DE IMPERMEABILIZAÇÃO

C C— •O rO

CONCRETO SIMPLES * <1

CASCALHO L £ o < = % > < Ç o ? P 1 o

\ o O ç y £ o < = % > < Ç o ? P 1

IAJE EM CONCRETO ARMADO ^ * ^ / %

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. (MATERIAL DE S ENCHIMENTO)

REVESTIMENTO

Em planta a marquise tem cerca de 85 m de comprimento medido ao longo da fachada do prédio e está dividida nos trechos A. B e C por duas juntas de dilatação (ver figura 2).

TRECHO A

JUNTA

3 2 m

JUNTA

21m

REGIÍO 00 ACIDENTE

F igura 2

Planta esquemát ica da estrutura da marqu ise

Os ensaios feitos para caracterização do aço empregado nas armaduras indicaram que se trata do aço categoria CA-25, designado como CA37 na época da construção. Curiosamente, o detalhamento da armadura negativa principal da laje não foi mantido uniforme ao longo de todo o comprimento da marquise, tendo sido constatados os seguintes valores:

no TRECHO A : barras D=12,5mm, espaçadas de 12,5 cm (As=10,00 cm2 /m) no TRECHO B : barras D=10,0 mm, espaçadas de 10,0 cm (As=7,00 cm2/m) no TRECHO C : barras D= 12,5 mm, espaçadas de 17,0 cm (As=7,35 cm2/m)

A armadura construtiva disposta junto da face inferior e na direção do vão livre da laje foi executada com barras de diâmetro 5,0 mm a cada 10 cm ou de 6,3 mm a cada 15 cm. Na direção longitudinal da marquise também foram dispostas, nas proximidades de ambas as faces da laje, armaduras de amarração e de distribuição das barras transversais, com a utilização de barras também de pequeno diâmetro.

3 j OBSERVAÇÕES FEITAS NO LOCAL A ruptura da marquise ocorreu devido ao esmagamento do concreto comprimido nas proximida-

des da seção de engaste da laje na estrutura do corpo do prédio, tendo os pedaços de concreto que se partiram permanecido pendurados pelas barras de aço da armadura negativa principal, que não sofreram danos importantes em decorrência do colapso (fotos 2 e 3).

Na seção de ruptura estas barras estão posicionadas perto do meio da espessura da laje, com cobrimento da ordem de 5 cm (foto 4).

As armaduras negativas apresentam sinais de corrosão incipiente, mas as armaduras positivas já estão bastante corroídas, sobretudo as que se encontram junto do bordo livre da laje devido ao mau funcionamento da pingadeira.

O sistema atual de captação de águas pluviais é formado por uma calha de alvenaria construída no lado do bordo livre da marquise, drenada por meio de tubos deitados com pouco caimento que conduzem a água da chuva para os tubos de queda verticais (PVC com diâmetro D=100 mm), fixados na face externa da parede da fachada (ver figura 1 e fotos 5 e 6). O entupimento de um tubo de queda é mostrado na foto 7. Restos remanescentes de tubos cerâmicos indicam que inicialmente foi instalado um outro sistema de drenagem, com os tubos de queda encostados na face interna da parede da fachada, substituído posteriormente pelo sistema atual (ver foto 8).

VERIFICAÇÃO DA ESTABILIDADE DA MARQUISE O dimensionamento da armadura principal a flexão simples será feito utilizando o diagrama

retangular simplificado considerando os seguintes materiais : concreto com T = 13,5 MPa (valor comumente usado na época da construção) e aço da categoria CA-25.

Detalhe da fachada principal do prédio no trecho de marquise desmoronado

Foto 3

Vista de baixo do trecho de marquise desmoronado sobre a varanda do

pavimento

Detalhe da seção de ruptura da laje da marquise, após a retirada do concreto e mostrando as barras de aço negativas em posição muito baixa

Foto 5

Vista superior da calha de captação de águas pluviais

Foto 6

Vista lateral da calha de captação de águas pluviais

Foto 7

Tubo de queda de águas pluviais entupido

•. . .

Foto 8

Restos de tubo cerâmico do sistema de drenagem primitivo

Para explicar as causas e o mecanismo do acidente ocorrido serão analisadas três situações: a) situação real correspondente ao cálculo da estrutura existente (com o peso da calha de águas

pluviais vazia e cobrimento c = 50 mm) realizado de acordo com as recomendações da ABNT

5 .20 k N / m 2

1.50 k N / m 2

CARGA PERMANENTE: Mg= 19.78 kNm/m

1.30 0 .10 1.00

3 .50 k N / m 2

0 .20

SOBRECARGA: Mq=1.08 kNm/m

T I 0 . 5 0 k N / m 2 • t t t I l

ÁGUA: Mog=2.55 kNm/m

1.50 k N / m 2

J — L

1.00 1 .20

Carregamentos da marquise acidentada

Md = 1,4(Mg + Mq) Md = 1,4 (19,78 + 1.08) = 29,20 kNm/m d = 14 ,0 -5 ,5 = 8,5 cm Os cálculos indicam a necessidade de armadura dupla com A s = 18,30 cm2/m e As in1 = 11,65

cm2 /m (situação incompatível com a armadura simples existente na face superior Asexs( = 7,35 cm2/m, sendo o valor da seção da armadura positiva "construtiva" existente desprezível em face do valor calculado para A.; J

b) situação teórica correspondente ao projeto estrutural original mais provável (sem a calha de águas pluviais e com cobrimento c = 20 mm )

Md = 1,4 ( 7 , 4 0 + 1,08)= 11,87 kNm/m d = 14 ,0 -2 ,5 = 11,5 cm A. = 5,06 cm2 /m (menor do que A._ ejos. = 7,35 cm2/m)

c) situação real correspondente ao instante do desmoronamento sem majoração dos esforços e sem minoração da resistência dos materiais (considerando a calha vazia)

M = 16,97 kNm/m (calculado na seção situada a 0,20 m do engaste) d = 13 ,3 -5 ,5 = 7,8 cm A configuração de ruptura da laje na seção acima referida, que no presente caso ocorre, por

coincidência, com o aço escoando à tração e o concreto rompendo à compressão ao mesmo tempo, conduz a um valor de momento fletor de ruptura da ordem de 13 kNm/m, portanto menor do que o valor do momento atuante igual a 16,97 kNm/m.

Foto 9

Corrosão mais intensa das armaduras positivas junto ao bordo livre da laje da marquise

5 CONCLUSÕES A verificação de estabilidade feita no item 4c indicou que a resistência efetiva da estrutura da laje

não era suficiente para suportar, com as margens de segurança adequadas, os esforços realmente atuantes.

O colapso da marquise ocorreu por esmagamento do concreto devido ao excesso de compres-são na zona inferior da laje, provocado pelo peso da calha de águas pluviais construída junto ao bordo livre da marquise e pelo posicionamento muito baixo da armadura negativa principal, que não apresentava sinais de ruptura ou escoamento.

A calha de águas pluviais deve ter sido acrescentada à estrutura original para corrigir algum insucesso no funcionamento do sistema de drenagem adotado inicialmente. O sistema atual, formado pela calha ligada por tubos pouco inclinados aos tubos de queda verticais, é muito sujeito a entupimento. É portanto provável que no momento do colapso a calha estivesse cheia d'água em conseqüência da chuva torrencial que caiu na noite do acidente.

O defeito de execução da armação negativa situada em posição muito arriada tem sido consta-tado em lajes de concreto armado construídas sem o devido controle de qualidade, e no caso especial das lajes em balanço de marquises e de varandas pode provocar sérios acidentes estru-turais, como demonstra o presente caso. Para evitar a ocorrência deste problema deve-se utilizar um dispositivo de suporte e fixação da armadura negativa, sendo muito empregadas com este objetivo barras dobradas com uma forma especial que faz lembrar um caranguejo, nome pelo qual este dispositivo de suporte é conhecido no meio técnico, conforme descrição constante do livro "Lajes de Concreto Armado e Protendido"(1J.

A corrosão nas armaduras positivas provocou o enfraquecimento da zona comprimida do con-creto devido à deterioração da camada de cobrimento, diminuindo assim a espessura realmente resistente da seção de concreto, o que pode justificar o fato de o colapso ter-se dado pelo esma-gamento do concreto e não pelo escoamento do aço.

I 6 | O PROJETO DE RECUPERAÇÃO DA MARQUISE Como o prédio do hospital entrou em obras de reforma total logo após o acidente, projetamos

para a construtora Companhia de Engenharia e Administração do Anil uma solução estrutural simples e econômica para a recuperação da marquise (ver figura 4), que foi realizada nas seguin-tes etapas:

RIPA

a) demolição cuidadosa do concreto da laje em balanço sem danificar as barras da armadura existente perpendiculares à fachada (foto 10);

Foto 10

Demolição do concreto da laje. sem danificar a armadura principal a ser aproveitada na reconstrução da marquise

b) retificação e reposicionamento das barras aproveitadas, com o acréscimo de nova armação secundária longitudinal (ver figura 5 e foto 11);

c) concretagem da nova laje em balanço em posição cerca de 2,5 cm mais baixa do que a da laje demolida, de modo a garantir um cobrimento mínimo de 25 mm para a armação negativa principal, corrigindo assim o defeito de construção que colaborou para o colapso da estrutura (foto 12);

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Foto 11

Retificação e reposicionamento da armadura aproveitada na reconstrução da marquise

Foto 12

Vista superior da marquise após sua reconstrução

d) adoção de novo sistema de drenagem com funcionamento mais simples e mais seguro: o caimento de 2% da face superior da laje conduz as águas pluviais diretamente para os tubos de queda verticais, e se ocorrer um improvável entupimento a água transbordará para fora da marquise sem sobrecarregara laje de modo perigoso.

O autor deste relato técnico agradece a Suely Sumie Simabuguro Albernaz e a Maurício Tostes Vieira, engenheiros da Diretoria de Obras Prediais da Riourbe-Empresa Municipal de Urbanização da Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro pela prestimosa colaboração prestada no levantamento de dados técnicos e pela cessão de fotografias referentes à estrutura acidentada.

BIBLIOGRAFIA

1. Souza VCM. Cunha AJP (1994). Lajes de Concreto Armado e Protendido, EDUFF, Niterói, Brasil.

AGRADECIMENTOS

QUARTO E MARQUISE CAEM SOBRE RESTAURANTE NA TIJUCA

A L B I N O J O A Q U I M P I M E N T A D A C U N H A M.Sc, lèng" Civil, Professor Assistente tiaI-acultlatle de I engenharia da Universidade d o Kstado d o Rio de Janeiro

F Á B I O D O R I G O M.Sc, lèng' Civil. Membro tia Comissão <le Vistoria tia Secretaria Municipal de Urbanismo tia Prefeitura tia Cidade d o Rio de Janeiro

RUBENS MITRI SYDENSTRICKER D.Sc. MSc, l r n g Civil. Membro tia Comissão de Vistoria da Secretaria Municipal de Urbanismo da Prefeitura da Cklade tio Rio de Janeiro

Sexta-feira, dia 5 de junho de 1992, 14 horas. Cerca de 30 clientes almoçam em um restau-rante da Tijuca quando a marquise do prédio, juntamente com as paredes externas e metade de um dos quartos do apartamento 202 desabam subitamente, fechando a porta principal do res-taurante (fotos 1 e 2). Os clientes, em pânico, deixam o restaurante sem pagar suas contas. Camas, colchões, cadeiras e outros objetos pessoais foram parar na calçada. No quarto, pratica-mente só sobrou um armário embutido, instalado na parede oposta à da fachada. Por sorte, apenas uma pessoa, que transitava na calçada, ficou levemente ferida. Dois moradores do apar-tamento encontravam-se na cozinha, e nada sofreram além do susto 121.

F o t o 1

Vista d a marqu ise d e s a b a d a

Foto 2

Marquise observada de outro ângulo

DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA E DO ACIDENTE O prédio, com 37 anos de idade na época do acidente, é constituído de garagem no subsolo,

lojas no térreo e sete pavimentos de apartamentos. Os andares superiores projetam-se além da fachada do pavimento térreo, onde funcionava o restaurante.

As fotografias 3 e 4 mostram a fachada do prédio já reconstituída. Pode-se notar que o edifício localiza-se em uma esquina e que. no trecho curvo, a projeção dos andares superiores é máxi-ma. O trecho da laje que desabou é mostrado em detalhe na foto 4, e corresponde a um dos quartos do apartamento 202.

Foto 3

Vista frontal da marquise já reconstituída

WELLE //

Foto 4

Detalhe do trecho desabado, já reconstituído

Na figura 1 está reproduzida a arquitetura da região do desabamento, obtida a partir dos desenhos de arquitetura originais do projeto para construção aprovado junto à prefeitura, e de observações feitas no local. As linhas tracejadas que interligam os pilares correspondem à fa-chada do pavimento térreo. As linhas pontilhadas junto à parede externa do quarto, próxima ao jardim de inverno, indicam a posição originalmente prevista para a fachada do apartamento e que, aparentemente, foi alterada durante a execução do edifício.

Fig. 1

Arquitetura do local do desabamento

Marquise

Aberturas para instalação de ar-condicionado

As medidas estão aproximadas e as cotas em cm

Jardim de inverno

Quarto

Quart

O trecho em balanço, medido em relação à linha de pilares do pavimento térreo, era composto por cerca de 1,5 m de avanço dos apartamentos e mais cerca de 1,0 m de laje de marquise, somando um vão livre total de 2,5 m no trecho reto. No trecho curvo, no entanto, o vão livre do balanço aumenta para cerca de 4,0 m. A figura 1 indica ainda duas aberturas que foram execu-tadas para a instalação de aparelhos de ar-condicionado, e que foram posicionadas abaixo das janelas dos quartos.

No alinhamento da alvenaria externa do apartamento, no trecho da esquina, havia uma viga curva (viga balcão) invertida, que se apoiava em vigas em balanço, que por sua vez transmitiam as cargas para os pilares posicionados no alinhamento do pavimento térreo, como mostrado de forma esquemática na figura 2. Não foi possível apresentar dados mais detalhados sobre o projeto estrutural, tendo em vista que o mesmo não foi obtido. Sendo curva, além dos esforços cortantes e dos momentos fletores, a viga balcão estava submetida a momentos torçores. O desabamento ocorreu devido à ruptura da viga balcão em duas seções próximas às extremida-des do vão curvo, onde são máximos os esforços. Com a ruptura da viga, parte da marquise e da laje do quarto desabaram junto com a alvenaria externa e a própria viga. A linha de ruptura da estrutura está indicada nas figuras 1 e 2.

Alguns jornais chegaram a noticiar que mais uma marquise teria caído, induzidos pela ocor-rência de alguns desabamentos de marquises na época. Entretanto, neste caso específico, não foram identificadas as principais causas dos acidentes com marquises: corrosão das armaduras negativas e excesso de revestimento superior decorrente de manutenção inadequada. A ruptura não ocorreu nos elementos estruturais da marquise e sim do prédio.

Desenho esquemático da estrutura Dosonho sem oscala

I 3 | PROVÁVEIS CAUSAS DO ACIDENTE Como é comum em acidentes em prédios antigos, a análise das causas é, em geral, dificulta-

da por não se encontrarem disponíveis dados do projeto da estrutura. Além disso, as pessoas que poderiam elucidar suas causas muitas vezes não têm tal interesse, ou por considerarem-se culpadas ou por acharem que, mesmo inocentes, venham a ser injustamente responsabilizadas. Dentre os aspectos observados a partir de fotografias, filmagens em vídeo e análises efetuadas no local do acidente, alguns merecem ser aqui comentados, por terem contribuído para a ocor-rência do acidente.

O relatório da Comissão de Vistoria da prefeitura De acordo com o relatório elaborado pela Comissão de Vistoria da Secretaria Municipal de

Urbanismo da Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro l 3 | W , uma das anomalias constatadas foi a execução de abertura para instalação de um aparelho de ar-condicionado na parede externa do quarto que desabou, junto ao apoio direito da viga balcão. Na figura 1 está indicada a posição da abertura, e na foto 5 constata-se que ela está posicionada no trecho que rompeu. Quando da execução da abertura, os operários teriam cortado as barras de armadura negativa (superior) da viga, tendo em vista que o espaço existente entre o peitoril da janela e o topo da viga não era suficiente para a colocação do aparelho. Esta hipótese é corroborada a partir da constatação de que as barras de armadura negativa, no trecho junto à janela, foram todas secionadas no mes-mo local, não sendo notados sinais de estricção das barras (ver foto 5).

Foto 5

Seção de ruptura da viga balcão e aberturas para ar-condicionado

Também foi constatado que junto ao apoio esquerdo não havia armaduras negativas, nem ancoragem adequada das armaduras positivas. A ausência da armadura negativa pode ser atri-buída à posição originalmente prevista para a alvenaria externa do quarto de esquina (figura 1), ou pela necessidade de redução da altura da viga naquele apoio, devido à pequena altura do peitoril do jardim de inverno. Dessa forma, as armaduras negativas do apoio direito respondiam pela absorção de todo o momento fletor negativo decorrente do trecho em curva.

Na figura 1 também está indicada uma abertura para instalação do aparelho de ar-condicio-nado no quarto adjacente ao do trecho curvo. Este aparelho pode ser notado na extremidade esquerda da foto 5, sob a janela. É provável que neste local a parte superior da viga invertida de fachada também teria sido removida, e a armadura superior secionada, para permitir a instala-ção do aparelho.

O depoimento do morador do apartamento 202 Decorridos cinco anos do acidente, na expectativa de obter-se alguma informação adicional

sobre o mesmo, foi feito contato com o morador do apartamento 202, que permanecia residindo no mesmo local.

O morador, que residia no apartamento desde a concessão do "habite-se", informou que não houve o corte das armaduras negativas da viga, para instalação de ar-condicionado. Afirmou que, detectada a existência da viga balcão, o operário paralisou o serviço e informou-o do ocor-rido. Imediatamente foi recomposto o trecho já aberto, com a viga permanecendo intocada. Em vez de usar ar-condicionado de parede, optou o morador por um aparelho do tipo móvel, para o qual é suficiente uma abertura de pequeno diâmetro na parede, para saída do ar quente.

Informou ainda que desde os primeiros anos após o "habite-se" a alvenaria daquele quarto, na fachada do prédio, vinha apresentando trincas, que estavam evoluindo com o tempo. Tais trincas ocorriam no sentido horizontal, no topo da parede, indicando que o trecho em curva vinha so-frendo movimento vertical descendente. À medida que as trincas evoluíam, eram preenchidas com argamassa. Segundo o morador, várias vezes foram chamados técnicos a explicar tal ocor-rência. mas todos sempre afirmaram que as trincas eram causadas por uma acomodação natu-ral da estrutura, uma vez que o trecho estava em balanço. Na época do acidente, segundo sua informação, as diversas camadas de argamassa utilizadas para o preenchimento da trinca já totalizavam uma largura de cerca de três a quatro dedos, ou seja, cerca de 5 a 7cm.

Por este motivo, nunca eram colocados móveis ou equipamentos pesados junto às paredes de fachada daquele quarto. Excepcionalmente, um pouco antes do acidente foi colocada no quarto uma maior quantidade de móveis, para aplicação de sinteco no piso da sala do aparta-mento, e tal acréscimo de carga poderia ter precipitado o acidente, segundo o morador.

Outras observações importantes quanto ao desabamento Observa-se ainda (ver foto 5) que, embora a seção transversal da viga que ruiu fosse bastante

robusta, a armadura longitudinal existente era muito reduzida, composta somente de umas poucas barras de aço nas faces superior e inferior. A viga era praticamente desprovida de estribos e de armaduras longitudinais laterais (costelas), situação inesperada em uma viga submetida à torção. Certamente esta insuficiência de armaduras na viga contribuiu para o acidente.

Em face a todas as considerações feitas nos parágrafos precedentes, podemos afirmar que: a) a quantidade de armadura existente na viga balcão, bastante reduzida, permite identificar

erro de projeto ou de execução, de magnitude suficiente para acarretar o acidente aqui descrito; b) caso as armaduras negativas da viga balcão tenham sido efetivamente cortadas para a

instalação do aparelho de ar-condicionado, o que não ficou plenamente comprovado, este pro-cedimento realmente teria contribuído decisivamente para o colapso da estrutura.

Levando-se em conta que a construção já tinha 37 anos, e que mesmo a abertura para ar-condicionado não era recente, surgem dúvidas não quanto às causas do acidente, mas sim

quanto aos motivos que levaram a estrutura a suportar tanto tempo sem que o desabamento já tivesse ocorrido antes. Dentre os fatores que podem ter contribuído para a estabilidade temporá-ria da estrutura, os quais não são computados em qualquer cálculo estrutural, mencionamos os seguintes:

• engrenamento da alvenaria da fachada do quarto com a própria estrutura, funcionando como chapa ou casca, enrijecendo o conjunto;

• resistência da laje dupla de piso do apartamento (ver fotos 1 e 2), onde havia uma laje de concreto - de acabamento - executada sobre tijolos apoiados na laje estrutural do pavimento; esta solução era usual na época da construção, para permitir a passagem de tubulações de instalações prediais; este conjunto provavelmente também contribuiu suportando, durante certo período de tempo, cargas do trecho curvo, a que a viga balcão já não resistia eficientemente, funcionando como uma seção caixão (laje superior tracionada e laje inferior comprimida).

4 A RECONSTITUIÇÃO DO TRECHO DESTRUÍDO O condomínio contratou uma f i rma especia l izada em recuperação estrutural para a

reconstituição do trecho destruído. Concluídos os serviços, a edificação voltou a ter a aparência original. Nestes trabalhos de reconstituição, a viga balcão recebeu uma armadura bem superior à existente originalmente. O trecho reconstituído, no entanto, não permaneceu a salvo do surgimento de anomalias. Ainda hoje, passando-se pelo local, pode ser percebida nova trinca na alvenaria externa (preenchida com material impermeabilizante), indicando que a nova estrutura ainda apresentou deformações indesejáveis (foto 6).

Uma constatação importante é o fato de que, depois da recuperação do trecho acidentado, os aparelhos de ar-condicionado dos dois quartos foram posicionados junto à parte superior da janela, como mostrado nas fotos 3 e 4.

Foto 6

Estrutura reconstituída, com nova trinca na alvenaria

Ü L l CONCLUSOES Como ocorre em outros acidentes estruturais, mostrou-se um conjunto de fatos que contri-

buíram, em diferentes proporções, para o desabamento descrito neste trabalho. Como lição, fica a necessidade de acompanhamento técnico especializado sempre que sejam efetuadas inter-venções nos elementos estruturais de uma edificação, alteração das cargas atuantes, ou quan-do observados sinais de um comportamento anômalo da estrutura, como deformações visíveis, vibrações excessivas, trincas e empenamento de portas e janelas.

BIBLIOGRAFIA

1. Marquise e paredes de prédio desabam na Tijuca. O Globo, 06 de junho de 1992. 2. Marquise cai sobre restaurante na Tijuca. Jornal do Brasil. 06 de junho de 1992. 3. Rizzo, B. E., Bock, E. I.. Dorigo. F. (16/06/92), Comissão de Vistoria. Laudo de Vistoria 307/92, Rio de Janeiro. 5 páginas. 4. Técnicos apuram as causas de desabamentos de marquises, Noticias D.O. Rio, 09 de junho de 1992.

CORROSÃO

O DESABAMENTO REPENTINO DE UMA PRUMADA EM PRÉDIO RESIDENCIAL COM 34 ANOS DE IDADE

H É L I O D O S S A N T O S líti£u Civil, P ro fesso r da l-'aculdade d c Engenhar ia ila Univers idade «Io l i s t ado ilo Rio d e Jane i ro , Assessor

dos peri tos d o Inst i tuto d c Criminalística Carlos l-.boli

• INTRODUÇÃO No início da noite do dia 24 de janeiro de 1996 ocorreu o desabamento de toda uma prumada

com sete apartamentos em um prédio residencial, situado na zona norte da cidade do Rio de Janeiro. Como o acidente foi repentino, estando o prédio ocupado e em pleno funcionamento, o evento provocou, além de elevados prejuízos materiais, ferimentos em várias pessoas, a morte de um operário que trabalhava na revendedora de automóveis existente no terreno vizinho ao prédio, onde diversos carros e o escritório foram danificados (ver foto 1), lesões corporais graves numa moradora que despencou da sala de seu apartamento no terceiro andar até o térreo junto com os escombros e a morte de uma outra moradora, atingida pelos destroços.

Foto 1

Vista do trecho desabado nos apartamentos mais baixo3. mostrando os estragos causados pelos escombros na revendedora de automóveis vizinha ao prédio acidentado

A Defesa Civil do município decretou a imediata evacuação e a interdição total do prédio, os moradores dos 56 apartamentos tendo sido obrigados a abandonar seus lares somente com a roupa do corpo, deixando para trás até mesmo seus animais de estimação, para buscar abrigo na casa de parentes e amigos. Com o objetivo de evitar trepidações que pudessem agravar o problema, de causas até então desconhecidas, foi decidida também a interdição do tráfego de veículos nas ruas próximas, o que provocou grandes engarrafamentos no trânsito.

Informações colhidas no local revelaram que o prédio não tinha sido atingido por qualquer impacto externo, que não ocorrera explosão provocada por material inflamável ou por escapa-mento de gás (o prédio era servido por gás encanado e a zona de desabamento era uma prumada constituída apenas por salas e quartos) e, finalmente, que a construção tinha cerca de 34 anos de idade.

Afinal, o que teria acontecido? Seria um problema de fundação? Por acaso o terreno teria sofrido um afundamento, descalçando o pilar da quina da prumada e dando início ao desmoro-namento? Ou seria, quem sabe, o efeito da idade da construção? Quantos anos são neces-sários para que uma estrutura de concreto armado alcance o limite de estabilidade?

O trabalho pericial, realizado pelos peritos do ICCE-Instituto de Criminalística Carlos Éboli, começou pelo exame do local do acidente, onde numerosos informes foram coligidos e tiradas 38 fotografias em preto e branco, 62 fotografias em cores e, como novidade, foi gravado um vídeo técnico da estrutura acidentada.

A influência de um mau comportamento da fundação foi descartada desde logo porque o pilar situado na quina da prumada 01, que desmoronou, apresentava aspecto normal no nível do terreno.

Todas as lajes foram executadas em concreto armado e eram maciças, tendo espessura de 7 cm nos pisos e 5 cm na cobertura. As lajes dos pisos dos seis apartamentos 101 a 601, componen-tes da prumada 01, tinham sofrido ruptura com fragmentação em pedaços pequenos, enquanto que as lajes do piso e do teto do apartamento C02 romperam-se em grandes pedaços, que se apresentavam deslocados de suas posições primitivas mas permaneciam pendurados na parte remanescente da estrutura (ver fotos 2 e 3). Situado na prumada 01, este apartamento de cobertura foi acrescido sobre o apartamento 601 algum tempo após a construção do outro apar-tamento de cobertura (C01), também construído como acréscimo na prumada vizinha. Tal dife-rença de comportamento indicava que as seis lajes fragmentadas tinham recebido fortes impac-tos aplicados verticalmente, enquanto que as duas lajes superiores sofreram apenas perda de seu suporte nas paredes que as sustentavam.

A parede de apoio da laje do piso do apartamento C02, situada na empena voltada para o lado da revendedora de automóveis, foi executada em alvenaria de Vz vez com tijolos cerâmicos medindo 10 cm x 20 cm x 30 cm, e já fazia parte da primeira fase da construção. A laje do piso se apoiava no topo desta parede por meio de uma cinta de amarração em concreto armado.

2 j OBSERVAÇÕES FEITAS NO LOCAL PELA PERÍCIA TÉCNICA

Vista do trecho desabado nos apartamentos mais altos

Foto 3

Vista geral do trecho desabado ao longo de toda a altura de uma das prumadas do prédio

Transcorridos 19 anos após o término da construção, foi acrescentado ao prédio o aparta-mento de cobertura, quando foi então erigida, sobre esta alvenaria antiga, uma nova parede para sustentação da laje do teto do apartamento C02, executada igualmente em tijolos cerâmicos de Vi vez. Apoiada diretamente sobre a laje do piso do apartamento C02, que antes funcionava como laje de cobertura do apartamento 601, foi erguida uma parede de tijolos para criar dois ambientes no novo apartamento: uma sala com janela voltada para a fachada dos fundos e um quarto situado ao lado da cozinha. Esta parede divisória funcionava como apoio para a laje de cobertura do apartamento C02, sendo portanto uma alvenaria portante assente diretamente sobre a laje do piso do referido apartamento.

Inicialmente, a laje de cobertura do apartamento C02 era descoberta e sobre ela foi aplicada uma pintura asfáltica impermeabilizante (ver a "primeira solução" na figura 1). Como este siste-ma de impermeabilização se revelou ineficiente, decidiu-se cobrir a laje com um telhado consti-tuído por três partes, com quatro águas apoiadas em duas calhas de águas pluviais (ver a "segunda solução" na figura 1).

Como este telhado também não funcionou a contento, a solução escolhida foi uma remodela-ção do mesmo, dividindo-se o telhado em duas partes apoiadas numa calha central única, revestida com manta impermeabilizante e que estava em fase de acabamento quando ocorreu o desaba-mento (ver a "terceira solução" na figura 1).

A infiltração de água através do concreto provocou uma forte corrosão das barras de aço da armadura da laje de cobertura. É necessário lembrar que a laje do piso do apartamento C02 funcionou como laje de cobertura durante 19 anos e, conseqüentemente, padeceu igualmente dos males causados pela infiltração de água. sofrendo também corrosão nas suas armaduras.

a) PRIMEIRA SOLUÇÃO: PINTURA ASFÁLTICA

b) SEGUNDA SOLUÇÃO: DUAS CALHAS E TELHADO COM

4 ÁGUAS

Esquema das soluções sucessivas para a impermeabilização da laje de cobertura do apartamento C02

c ) TERCEIRA SOLUÇÃO: UMA CALHA COM IMPERMEABILIZAÇÃO

COM TELHADO DE 2 ÁGUAS

O MECANISMO DO DESABAMENTO Vejamos como funcionou esta verdadeira bomba-relógio. A ação dos momentos fletores devi-

dos às cargas verticais que atuavam na laje do piso do apartamento C02 provocou o natural surgimento de flechas de flexão, que produziram o correspondente movimento de rotação na cinta de amarração. Esta rotação empurrou a parede situada abaixo da cinta de amarração para fora do apartamento e a parede acima dela na direção contrária (ver figura 2).

LAJE DO PISO DO APARTAMENTO C02

FLECHAS

Esquema das deformações da laje do piso e das paredes do apartamento C02

7

PAREDE ABAIXO DA CINTA DE AMARRAÇÃO

PAREDE ACIMA DA CINTA DE AMARRAÇÃO

LADO DA REVENDEDORA DE AUTOMÓVEIS

ROTAÇÃO

No concreto armado, as barras de aço f icam aderentes ao concreto que as envolve, formando assim um conjunto sol idário e, em condições normais, as f lechas da laje e a rotação da cinta de amarração ser iam de pequeno valor. Como ocorreu corrosão genera-l izada e intensa nas armaduras, formou-se uma crosta de ferrugem na superfície das bar-ras de aço que prejudicou a aderência entre o aço e o concreto, o que aumentou as f lechas da laje e, em conseqüência, a rotação da cinta de amarração. Por outro lado, esta rotação foi incrementada pelo acréscimo de carga vert ical, or iunda da laje de cobertura e transmi-t ida à laje de piso do apartamento C02 através da parede do quarto que nela se apoiava di retamente.

A corrosão acabou por destruir as armaduras da laje do teto do apartamento C02 na região da laje si tuada junto à escada e à parede da fachada dos fundos. A perda de resistência provocou uma puxada da parede da empena do lado da revendedora de auto-móveis em direção ao interior do apartamento, ao mesmo tempo que transmit iu mais peso à parede divisória do quarto, e esta, ao descarregar o acréscimo na laje do piso, provocou mais rotação na cinta de amarração. Esse aumento de rotação ajudou a puxar a parede do apartamento C02 para dentro e a empurrar a parede do apar tamento 601 para fora do prédio.

E foi esse mecanismo perverso que, durante anos, foi atuando quot idianamente, sem pressa, com uma paciência infinita e com um propósito inconfessável, o de provocar a destru ição da estrutura. As marcas de umidade encontradas no madeiramento e nos tijo-los do telhado e as diversas tentativas de impedir a penetração das águas de chuva na laje do teto mostram que o problema de infi ltração era antigo. Choveu com grande intensidade no dia 20, um sábado dia de São Sebastião, santo padroeiro da cidade, e nos dois dias seguintes. O morador do apartamento C02 informou que muita água se infiltrou pelo telha-do, penetrando pelos eletrodutos e descendo pelo lustre da sala. Nos dias 21 e 22 o mecanismo destruidor ganhou um poderoso al iado: a escuridão. Houve interrupção do f o r n e c i m e n t o de e n e r g i a e l é t r i ca ao ba i r ro , q u e só foi r e s t a b e l e c i d o no d ia 23 . Rar iss imamente ocorre colapso de uma edif icação sem que haja avisos prévios. Estes avisos são consti tuídos de pequenos ruídos, desprendimento de pó ou fragmentos de ar-gamassa ressequida, aparecimento de rachaduras nas paredes e deformações que dificul-t am a movimentação de portas e janelas. A falta de i luminação impedia a observação visual dos avisos. Somente no dia 24 a moradora do apartamento 601 verif icou que algo estranho estava ocorrendo com o rodapé da parede da sala, que parecia estar subindo, descolando-se do piso. Ao sair para o trabalho, ela conversou na portaria com o síndico do prédio, que ficou de examinar o problema à tarde, quando ela estivesse de volta.

Meia hora antes do desabamento, o morador do apartamento C02 esteve na sala e per-cebeu duas f issuras nas paredes: uma na parede da empena do lado da revendedora de automóveis e a outra na parede divisória com o quarto. Ambas estavam em posição incli-nada e t inham início no pé do encontro das duas paredes e se encaminhavam em direção ao teto.

Quando o equilíbrio precário deste sistema de apoio f inalmente se desfez, a laje do piso do apartamento do cobertura pordou sua sustentação o sou colapso dou início ao desmo-ronamento, e em poucos segundos as paredes e as lajes desabaram umas sobre as ou-tras segundo um efeito cascata.

O momento em que ocorreria a ruptura era imprevisível. Foi muita sorte o desabamento ter ocorrido fora do horário de apresentação dos noticiários e das novelas das emissoras de televisão, ocasião em que a maioria dos moradores estaria justamente na sala de seu apar-tamento.

CONCLUSÃO

O que causou o acidente não foi a idade avançada da estrutura de concreto armado e sim a conjugação de dois fatores que interagiram: a precariedade da manutenção do telhado e a má concepção estrutural dos acréscimos feitos na estrutura original do prédio.

AGRADECIMENTO Agradeço ao engenheiro Nelson Araújo Lima por ter cedido as fotografias que ilustram o pre-

sente relato técnico, tiradas por ele na ocasião de sua visita ao local do acidente.

FADIGA

CAUSAS DO COLAPSO E RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL DOS APOIOS METÁLICOS DA

TUBULAÇÃO DO EMISSÁRIO SUBMARINO DE IPANEMA

Projetado e construído nos anos 1973/74 por uma renomada empresa francesa, e posto em serviço pleno no final de 1974 pela Cedae-RJ-Companhia Estadual de Águas e Esgotos do Rio de Janeiro, o emissário submarino de esgotos de Ipanema (Esei) vem sofrendo danos desde 1991 -portanto após cerca de 17 anos em serviço - , cujas origens e patologias, juntamente com as medidas corretivas adotadas para sua recuperação, são objeto do presente artigo.

No que se segue, então, descrevem-se, de modo resumido, os aspectos mais relevantes das várias etapas das análises realizadas para determinar as causas das sucessivas ocorrências de fraturas e colapsos de alguns apoios metálicos da tubulação em concreto protendido (CP) do Esei.

Os resultados dessas análises mostraram claramente as características patológicas das fra-turas e colapsos que têm ocorrido desde 1991, e demonstraram que são devidos aos efeitos combinados de fadiga com corrosão do metal soldado dos tubulões, sobre os quais a tubulação submersa de CP se apóia acima do leito marinho, ficando, portanto, sujeita às ações dinâmicas de ondas e correntes.

Algumas alternativas para recuperação estrutural são brevemente comentadas, sendo aquela efetivamente adotada, e já executada em alguns apoios, ilustrada e resumidamente descrita.

A figura 1 mostra a situação e a orientação da tubulação do emissário, incluindo a identificação de algumas das seis zonas em que se divide o emissário ao longo dos seus 4.350 m de comprimento.

A tubulação principal é constituída por 94 tubos de concreto armado (CA) e protendido, com compr imentos e situações de assentamento distintos. Os 71 tubos que consti tuem o trecho submarino do emissário se apoiam sobre estacas tubulares metálicas de grande diâmetro, cra-vadas no solo marinho. Essa tubulação em CP tem 2,80 m de diâmetro externo e 20 cm de espessura de parede. As estacas são tubos de aço com diâmetro de 1,40 m, fabricadas com chapas de aço Corten B (ou equivalente SAC-50) de 5/8 de polegada ( - 1 6 mm) de espessura. De acordo com o projeto original, estas estacas tubulares de aço foram pré-fabricadas com comprimentos predeterminados (íuste teórico) em função do peifi l geológico do local exato da cravação, obtido por meio de sondagens a percussão (SPT).

Os tubos são identificados por três dígitos em ordem crescente da praia para o mar. O primeiro dígito dessa numeração indica a zona onde o tubo se localiza, e os dois seguintes a numeração seqüencial dentro desta mesma zona. Os apoios são identificados também por três dígitos, sendo a numeração de cada apoio correspondente à numeração do tubo que o sucede.

A figura 2a i lustra o esquema estrutural básico de um t recho de tubulação submersa , não enterrada. O t recho i lustrado (na zona 5), numa profundidade de cerca de 25,0 m, mostra os apo ios 511 e v iz inhos mais próx imos, e as cotas da superf íc ie do leito mar inho, medidas em relação à geratr iz infer ior da tubulação em quat ro campanhas dist intas de v is tor ia: junho de 1976, março de 1980, agosto de 1991 e fevereiro de 1993, a penúl t ima

RONALDO CARVALHO BATISTA Ph.D. M.Sc , língj» Civil, Consultor da Coppcicc , Prof. Titular líng, llstrutural, PKC-Coppc /UMtJ

M I C H È L E S . P F E I L D.Sc., M.Sc., llng» Civil. P r o f Adjunta. D M l i / l i E / U l H J

li LI AN li MARIA LOPES CARVALHO D.Sc., M.Sc.. Ivnjí* Civil. P r o f Adjunta. PP.C/LTT"

INTRODUÇÃO

DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA E COMPONENTES DO EMISSÁRIO SUBMARINO

Comporta l i ^ l Final do Planta de situação Emissário esquemáticadoEsei Apoio 610

Zona 6 Zona dos Difusores

Ruptura da estaca detectada em 23 Fev. 94

durante a detecção da primeira fratura nas estacas tubulares de aço Corten: estaca 511, que rompeu dias após, em agosto de 1991. As figuras 2b e 2c i lustram detalhes de apoio e anéis de elastômero ("O-rings") de forma tórica uti l izados para vedação, quando apertados pelos cabeçotes contra as selas de apoio através de pinos de aço. Esse sistema de vedação e montagem, i lustrado na figura 2, se consti tui em uma art iculação elástica da estrutura da tubulação. A maioria dos tubos em concreto protendido (71 tubos) tem compr imento de 50,12 m, com vão livre entre apoios com cerca de 49,0 m. Esses tubos são consti tuídos por dez aduelas de 4,50 m cada mais duas cabeças de ancoragem, unidas e protendidas axialmente por cabos retos distr ibuídos ao longo de cerca de 3/4 da circunferência.

As estacas tubulares, cravadas em terreno marinho, atingem profundidades em torno de 13,0 a 17,0 m, e se constituem, em função das características das camadas de terreno, em apoios viscoelásticos na direção transversal ao eixo da tubulação sob ação das forças de onda.

Observa-se que, devido à presença de camadas espessas de argila muito mole (lodo), as estacas 508 a 512 originais contêm alargadores da seção transversal (ver figura 2a) consti-tuídos por duas peças tubulares do mesmo diâmetro soldadas ao longo do trecho da estaca situado dentro dessa camada argilosa. Esses alargadores, al inhados com o eixo da tubula-ção, serviam, supostamente, para aumentar a área projetada da estaca na direção transver-sal ao eixo do emissário, promovendo maior reação lateral do terreno na camada argilosa.

Ainda na zona 5, a mais comprida de todas, outras estacas, além das de número 508 a 512, sofreram alargamento, tal como indicado no projeto original, para aumentar a reação lateral do terreno ao movimento da tubulação do emissário sob ação de ondas e correntes marinhas.

Assim, a estrutura submersa do emissário pode ser descrita como uma série de tramos tubulares (com L~50,0 m na maior parte de sua extensão) alinhados, articulados elasticamen-te entre si e apoiados, nesses pontos de articulação, sobre suportes verticalmente "rígidos" e transversalmente "elásticos", ou "viscoelásticos", estes últimos conferidos respectivamente pelo substrato arenoso e pelas espessas camadas dos "bolsões" de argila orgânica mole e lodo existentes no terreno marinho.

A zona 6, com aproximadamente 450,0 m de comprimento, é o trecho de difusão do esgo-to, sendo constituída por nove tubos contendo duas linhas de orifícios difusores de cerca de 15,0 cm de diâmetro, afastados de aproximadamente 4,5 m e posicionados a 45° abaixo da geratriz lateral, pelos dois lados do tubo.

2.1) Comentários sobre a concepção estrutural do Esei O Esei tem realmente uma concepção única, não tendo, aparentemente, nenhum similar em

outras partes do mundo. Essa concepção de tubos longos de concreto protendido. com vãos isostáticos de aproximadamente 50 m. unidos por berços de concreto armado pré-fabricados, e apoiados sobre estacas tubulares de aço, nos parece ter sido orientada por quatro fatores principais:

• a excelente tecnologia francesa no projeto e execução de estruturas de concreto armado e protendido;

• a boa recepção dessa tecnologia por parle da engenharia brasileira, também desenvolvi-da no projeto e execução de obras de concreto armado e protendido;

• as condições geotécnicas no local. Os técnicos franceses tinham pleno conhecimento, por meio dos perfis de sondagem realizados (um em cada local de apoio), dos bolsões de argila orgânica mole, que em várias regiões afloravam no leito marinho. Isto se constituiu, possivelmente, numa forte restrição para a utilização de tubulações metálicas deitadas direta-mente sobre o leito marinho, ou deitadas em trincheiras escavadas;

• a maior facilidade de execução de fundações profundas com a cravação de estacas me-tálicas pré-fabricadas e cabeças pré-acabadas, possibilitada pelo conhecimento dos substratos do terreno marinho no local exato da cravação de cada estaca.

Esquema estrutural básico e detalhes de apoio

BREVE HISTÓRICO DE DANOS JÁ OCORRIDOS NOS APOIOS DO ESEI

3.1) Primeira ocorrência de danos e colapso No dia 1° de agosto de 1991, numa das inspeções submarinas periódicas, foi detectada uma

grande fratura na chapa de aço da estaca de apoio 511, a qual já se encontrava, conseqüentemen-te, bastante inclinada para o lado oeste, tal como indicado na figura 3. Sob condições ambientais adversas com grandes ondas e fortes correntes marinhas, conforme mostrado na figura 4 o apoio 511 foi levado ao colapso total, o qual foi constatado em 06/08/91, já com mar calmo.

A fratura propagou-se ao longo do 2o cordão circunferencial de solda (ver figuras 2 e 3) e, no colapso, a estaca tubular foi seccionada pela propagação da fratura no metal base, para cima, na forma de U invertido.

Observou-se também, junto ao 2o cordão circunferencial de solda, uma chapa de formato retangular soldada na parede interna do apoio tubular, a qual não constava dos desenhos do projeto original.

As análises teórico-numéricas e experimental do comportamento dinâmico da estrutura e as análises metalográficas das amostras do material base e das soldas retiradas da estaca metáli-ca 511, realizadas por uma equipe técnica da Coppetec sob a coordenação de Batista [1, (2J, levaram às seguintes conclusões:

• que a fratura foi causada por um processo de fadiga com corrosão; • que uma fratura foi iniciada num ponto de concentração de tensões, isto é, no pé do 2o

cordão de solda circunferencial, e outra na solda interna com a chapa adicional; • que não havia nenhuma evidência de incompatibilidade entre o material de solda (ou do

eletrodo usado) e o metal base; • que a corrosão não provocara, até então, nenhuma perda considerável de espessura de

parede; e que a corrosão era predominantemente alveolar. Em resumo, as análises dinâmicas da interação solo-fundações-estrutura do Esei sob ação

de ondas e correntes marinhas, aliadas às análises metalográficas de amostras dos materiais, levaram à conclusão que o apoio 511 rompeu por um processo combinado de fadiga com corro-são das chapas de aço soldadas.

Deve-se enfatizar aqui que, sob o processo de corrosão, a estrutura granular interna do aço fica mais susceptível ao processo de fadiga e, portanto, uma fratura inicia-se de maneira preco-ce sob essas condições e é ainda mais acentuada em qualquer ponto de concentração de ten-sões: pé do cordão de solda ou pontos de falha de soldagem, ou em cordões de solda muito ondulados, como é o caso das soldas circunferenciais (em bisel por um único lado - externo) dessas estacas de aço Corten do Esei.

Deve-se enfatizar também que a região mais sujeita à corrosão é aquela na faixa de variação do leito marinho, principalmente em locais onde se encontram camadas superficiais de argila orgânica mole, que são responsáveis pelo diferencial de aeração causador de corrosão acen-tuada. Nessa região, as seções soldadas são mais susceptíveis ao processo de fadiga sob corrosão e, conseqüentemente, à ruptura.

3.2) Previsões de danos e colapsos subseqüentes Com os resultados das análises numéricas, dos ensaios experimentais e dos ensaios

metalográficos de amostras do material base e das soldas na região fraturada da estaca 511, foi possível dar um parecer sobre as causas do colapso e afirmar que:

• as estacas de aço do Esei, em locais com camadas superficiais de argila orgânica mole, estavam findando a vida útil em serviço devido ao processo de fadiga sob corrosão;

• outras estacas similares seriam levadas ao colapso, pelo mesmo processo de fadiga, mes-mo que não cravadas em locais com camada de argila mole;

•

• a progressão do processo de corrosão levaria a uma perda acentuada de espessura de parede e concentração de tensões em regiões próximas ao leito marinho, provocando ílambagem local e fraturas.

O quadro 1 traz um resumo dos danos e colapsos ocorridos até o ano de 1994, onde pode-se notar a forte incidência de fraturas iniciadas no 2o cordão de solda ou no metal base entre os 1o

e 2o cordões de solda, mas sempre próximos ao leito marinho. Outras estacas, tais como as dos apoios 509,510 e 512 vizinhos aos 508 e 511 em regiões de argila mole e, portanto, susceptíveis ao colapso, apresentaram fraturas que se desenvolveram ao longo de toda a circunferência no pé do 2o cordão de solda. Esses apoios não sofreram colapso porque já haviam sido executadas estacas auxiliares para recuperação e reforço.

Quadro 1

Histórico de danos nos apoios do Esei (entrada em operação: 1974)

Data Apoio Tipo dc Dano Localização Leito Marinho

Distância da Praia (m)

0 l /Ago /9 l 511 Fratura 21 Solda circunfcrcncial próximo leito marinho Lodoso 1300

06/Afio/9I 511 Colapso - - -

1 l/Oul/91 407 Fratura Corrosão Alvcolar

2J Solda circunfcrcncial próximo leito marinho Arenoso 600

20/De//91 508 Fratura Metal base entre 11 e 2' solda circunfcrcncial

Lodoso 1050

01/Ago/92 509 Corrosão

Perda dc Espessura 1J / 2' Solda circunferencial

próximo leito marinho Lodoso 1100

?/Fcv/94 609 Fratura Metal base entre 11 e 2X solda circunfcrcncial Lodoso 43(X)

(penúltimo apoio) 2.VFev/94 609 Colapso - - -

l5/Nov/94 502 Corrosilo Perda de Espessura

Região com Ílambagem localizada próximo ao

leito marinho Lodoso 850

05/Mai/95 502 Fratura Região com corrosão c flambagcm Lodoso 850

Deve-se enfatizar, finalmente, que em todos os casos a cravação de estacas auxiliares ou de estacas definitivas para recuperação dos apoios demonstrou a existência de camadas espessas e por vezes superficiais de argila mole. Sob ação de seus pesos próprios essas estacas penetra-ram vários metros de profundidade dentro dessas camadas de argila mole, corroborando assim os perfis de sondagem obtidos na época da construção do Esei.

MODELAGEM TEORICA-COMPUTACIONAL PARA ANALISE ESTRUTURAL

A estrutura do Esei foi analisada sob as ações dinâmicas devidas às ondas e às correntes marinhas, considerando todos os detalhes das ligações entre componentes estruturais e os importantes efeitos das interações solo-fundações-estrutura e fluido-estrutura.

Verificações da estabilidade e da segurança estrutural foram feitas considerando-se a estrutu-ra sob ações combinadas de cargas permanentes e de cargas estáticas equivalentes às forças de ondas excepcionais de projeto.

A análise estrutural do Esei foi feita utilizando o método dos elementos finitos com um programa de computador desenvolvido na Coppe/UFRJ. O modelo teórico-numérico foi calibrado com auxílio dos resultados dos ensaios experimentais de vibrações livres realizados "in loco" na tubulação submersa. A partir dos resultados do modelo numérico foi verificado que a discretização de um trecho de tubulação com apenas quatro tramos (cerca de 200 m) era suficiente para a análise do comportamento da estrutura.

No modelo foram consideradas todas as características de rigidez e de massa da tubulação submersa cheia de fluido, dos berços (selas + cabeçotes) e das estacas, além da ligação elásti-ca localizada entre os tramos constiuída pelos anéis de elastômero para vedação. A interação solo-estrutura foi considerada com a utilização de elementos de mola representando o efeito de rea-

ção lateral das camadas do terreno sobre as estacas cilíndricas. As condições de contorno elásticas e inerciais, decorrentes de vãos vizinhos aos discretizados, foram adequadamente impostas e o amortecimento, medido experimentalmente, foi considerado na análise estrutural.

Os coeficientes de reação lateral do terreno sobre as estacas, considerados nestas análises, foram obtidos a partir de planilhas de cravação de estacas auxiliares executadas para recupera-ção e reforço do apoio 511.

4.1) Modelo hidrodinâmico As análises dinâmicas da estrutura do emissário sob ação de ondas costeiras e correntes

marinhas foram realizadas com o modelo em elementos finitos através do método da superposição modal no domínio do tempo, utilizando os dez primeiros modos de vibração.

As forças de onda foram obtidas através do modelo de Froude-Krylov e a teoria de onda usada é a teoria linear de Airy.

As respostas da estrutura foram obtidas a partir da equação de equilíbrio:

M x + c x + K x = FY (t) + F z( t) ( D

onde Fy(t) e Fz(t) são. respectivamente, as componentes horizontal e vertical das forças

hidrodinâmicas, obtidas da soma do termo inercial (subíndicc i) e do termo devido ao

arrasto (subíndicc o) dadas por:

rcD2 D . . Fy = Fyi + Fyd = Cm — p w + CD — p w |w| (2)

F/. = FZ.+F/.,)=CN1—pú ; Fzd = 0 (3)

onde D é o diâmetro da tubulação,w, w e ú são as componentes de aceleração e velocidades horizontal e vertical, obtidas a partir da teoria de onda de Airy, e CM e C 0 são os coeficientes hidrodinâmicos (inércia e arrasto).

Para ângulos de incidência de onda a * 90° considera-se a defasagem entre as forças de onda aplicadas ao longo do comprimento do emissário.

O amortecimento foi tomado como proporcional à massa, levando-se em conta a influência das articulações e interações com o fluido e o solo. Para a taxa global de amortecimento do primeiro modo foi usada aquela obtida experimentalmente (ç = 7%) e para os demais modos foram adotadas aquelas obtidas por proporcionalidade às massas modais.

4.2) Ondas incidentes O espectro de ondas incidentes considerado foi selecionado a partir dos planos de propaga-

ção, com refração/difração, de ondas costeiras originadas de ondas oceânicas provenientes de várias direções.

As probabilidades de ocorrência de ondas oceânicas com alturas significativas H s e períodos de cruzamento Tp, nas direções relevantes para o local do emissário (praias de Ipanema e Leblon), foram obtidas da publicação "Global Wave Statistics" - GWS. Os números de ciclos anuais, em função da altura e período, nestas direções relevantes, são apresentados, respectivamente, nas figuras 5 e 6. Observa-se que a envoltória na figura 5 se assemelha ao espectro de Pierson-Moskovitz.

Observa-se que as ondas provenientes dos setores Leste e Sudeste têm as maiores freqüên-cias de ocorrência anual e agem sobre o emissário com ângulos de incidência em torno de 90° e 60°, respectivamente.

Foram feitas as análises para diversas ondas incidentes, cujos parâmetros, juntamente com a velocidade de corrente e os coeficientes hidrodinâmicos, são apresentados no quadro 2.

Propagação de fratura e colapso típicos dos apoios (desenho feito com base em fotos e croquis realizados pela equipe de vistoria subaquática da DEC -Dragagem Engenharia e Comércio Ltda.)

primeiro cordão de solda

corrente

Fig. 4

Ações de ondas e correntes marinhas sobre a tubulação submersa

fundo f / / A \ \ / / A \ \

cnvoltória

LESTE

m i 4 5 6 7 8 9 altura de onda significativa - Hs (m)

ÔNUS S-L mm SUL s-o TOTAL

Número de ciclos de ondas oceânicas ocorridos em um ano em função da altura de onda

LESTE

10 11 12 Período Tp (s)

UNA S-L WM SUL S-O TOTAL

Número de ciclos de ondas oceânicas ocorridos em um ano em função do período Tp

GWS T>" (s) /.(«!) C« CD Vc (»i s)

TP* (s) (S-Q 6.0 55.0 2,2 0.4 0,25

Parâmetros das (6-7) (7-X)

7.0 8.0

72.«i 92.0 10 07 <X25

ondas, velocidades de (8-9) 9.0 113.0 corrente Vc e (9-10) 10.0 130.0 coeficientes (IU-I1) 11.0 149.0 1.9 1.1 0.50 hidrodinámicos f t l - 12) 110 165.0

' ) Tp = período de cruzamento zero segundo Global Wave Statistics " ) T = períodos de ondas adotados nos cálculos

5 RESPOSTAS DINÂMICAS Foram feitas análises teórico-numéricas e experimentais de vibrações livres da tubulação

submersa para o perfil existente do leito marinho. A análise teórica considerou também uma variação da distância da geratriz inferior do emissário ao fundo tomando o perfil inicial com distância h = 1,5 m e outro perfil com h = 3,0 m (ver figuras 1 e 4).

Observou-se que o primeiro período natural é muito próximo de 3,0 s, independentemente da distância h entre a tubulação e o leito marinho. A conseqüência direta é uma maior amplificação dinâmica das amplitudes de respostas sob ação de ondas, principalmente daquelas na faixa de períodos de 6 a 8 s, as quais possuem grande probabilidade de ocorrência.

O quadro 3 apresenta um resumo dos resultados obtidos para esforços dinâmicos, para duas ondas típicas, na cabeça (seção S1 - ver figura 2c) da estaca 511 do emissário e numa seção desta estaca no nível do 2° cordão de solda (seção S3 - ver figura 2c). São apresentados tam-bém os resultados dos cálculos estáticos do projeto original francês.

Quadro 3 Esforços dinâmicos x estáticos equivalentes -estaca 511

Onda Seção Dinâmicos Estáticos Md r/M os!

N(kN) V(kN) M(kNm) N(kN) V(kN) M(kNm)

1 S1 S3

8.0 8.0

500,0 500.0

840,0 1900.0

4,0 4,0

450,0 450.0

1010,0 1980,0

0,83 0.96

2 S1 S3

10,0 10.0

310.0 320.0

690.0 1380,0

7,0 7,0

210.0 210.0

470,0 925.0

1.48 1.49

onda 1: H = 4,80 m, T0 = 12 s, X = 165,0 m

onda 2: H = 4,80 m, T0 = 6 s, X - 55,0 m

N = esforço normal; V = esforço cortante; M = momento fletor.

Da análise deste quadro, observa-se uma considerável amplificação dinâmica dos esforços para o caso da onda 2 com período To = 6 s.

Para a onda 1, com To = 12 s, as razões entre momentos com valores inferiores a 1,0 resultam da ocorrência de um momento de sinal contrário no berço de apoio, provocado pelo engastamento elástico à rotação axial dos tramos da tubulação conferido pelo anel elastomérico de vedação. Esse momento de sinal contrário é tão mais elevado quanto maior o deslocamento do topo da estaca (seção S1), o que ocorre para ondas de maiores períodos. Observa-se que este efeito mascarou a amplificação dinâmica esperada em torno de 1,2 para ondas com To = 12 s, e provocou a fadiga por corrosão dos pinos de aperto entre sela e cabeçote (figura 2c).

• ANALISE DE COLAPSO Na análise da estabilidade estrutural das estacas típicas no trecho do emissário compreendi-

do entre as estacas 509 e 513, verificou-se que a seção de momento máximo da estaca 511, com espessura de parede igual a 5/8", resistiria com segurança aos esforços máximos de flexão e compressão axial combinados e ao esforço cortante máximo, provocados pelas cargas estáti-cas permanentes e pelas cargas estáticas equivalentes às ondas excepcionais de projeto.

Mas o efeito de fadiga se dá sob solicitações dinâmicas das estacas, as quais, para um trecho típico do emissário, foram analisadas através dos resultados dos cálculos de danos acumulados ao longo do tempo de vida útil. Para o cálculo de danos de fadiga foi usada a lei cumulativa de Miner-Palgren, considerando um espectro de solicitações com banda relativamente estreita:

D = I k

n i i II- J N i ; V . j

(4 )

onde D é o dano acumulado total; n é o número de ciclos de ondas costeiras numa certa direção; N é o número de ciclos para ocorrência de falha por fadiga; k é o índice associado à direção da onda incidente; i e j são índices associados respectivamente aos períodos e alturas de ondas no estado de mar considerado.

As curvas S-N para peças tubulares soldadas, utilizadas nos cálculos sob a forma de equa-ções logarítmicas, são as adotadas pela "British Standards":

to*(Nijk) = ~ r iog{s) + m log[ A a i j k ) (5 )

onde além dos parâmetros a, r, s, m definidos pela norma técnica, A a ^ é a variação de tensões associada aos índices i,j,k definidos acima.

O quadro 4 apresenta, para a estaca 511, um resumo dos tempos de vida útil calculados em função dos danos acumulados para os dois casos de distância h entre a tubulação e o fundo do mar e para duas seções da estaca: (i) junto ao segundo cordão de solda próximo ao leito marinho (seção S3); e (ii) seção de momento fletor máximo na parte enterrada da estaca (seção S5).

Quadro 4

Tempos de vida útil da estaca 511 e de suas similares

Obs.: curva S-N: F do "Welding Instituto". Tm - Tempo médio de vida útil; TM= (TA + T0)/2, para variações extremas da

distância do leito marinho à tubulação.

Nos resultados apresentados no quadro 4, os tempos de vida útil foram calculados para al-guns valores do fator de concentração de tensões FCT, variando entre 1,1 e 1,3. Esses fatores cobrem tanto as situações desfavoráveis de soldagem, calandragem, corte e biselagem das chapas de aço que compõem as estacas, quanto as concentrações de tensões, oriundas da soldagem de chapas de montagem ou reforço (internas à estaca na seção junto ao segundo cordão de solda - seção S3), em seções próximas ao leito marinho, além das concentrações de tensões nestas seções devidas à perda de espessura nos alvéolos de corrosão.

Os resultados dos cálculos de danos acumulados, nas seções mais relevantes das estacas do trecho analisado, demonstram, claramente, com os tempos médios estimados de vida útil (ver quadro 4), que o fenômeno de fadiga, com propagação de fratura sob ação dinâmica das forças

Seção da

Estaca F C T

Tem pos de Vida Útil (anos) Seção da

Estaca F C T T A

h = 1,5 m

TB

h = 3,0 m

T M

S3 1,2 1,3

22,9 18,0

18.4 14.5

20,7 16,3

S5 1,1 19,0 11.8 15.4

de onda, foi uma das causas principais que levaram ao colapso total da estaca 511 e similares. Observa-se que este mesmo processo poderá ocorrer ainda em outros trechos do emissário,

mesmo onde as estacas não se encontrarem em espessa camada de argila mole superficial. Esta última condição de terreno permite uma maior amplificação dinâmica das amplitudes de resposta e acentua o fenômeno de corrosão (pela existência de um diferencial de aeração, for-mando uma pilha voltaica), levando precocemente ao colapso por fadiga com corrosão essas estacas sem proteção catódica.

Em resumo, todos esses resultados vieram a demonstrar que o primeiro colapso da tubulação ocorreu de modo prematuro (em torno de 17 anos após construída) e que outros colapsos viriam a ocorrer devido aos efeitos combinados de fadiga e corrosão das chapas soldadas que consti-tuem as estacas cilíndricas de aço, sob os efeitos das ações ambientais.

Em face da determinação das causas dos danos e da previsão de novos colapsos e do conse-qüente comprometimento da integridade dos apoios metálicos, tornou-se urgente um plano de recuperação global do emissário.

Um plano de recuperação e reforço dos apoios metálicos envolve, obviamente, tanto o conhe-cimento correto das causas dos danos e colapsos, quanto uma concepção estrutural para recu-peração, reforço ou substituição das estacas existentes. Além das análises e ensaios já realiza-dos seria fortemente recomendada, para investigações complementares, a extração do fuste enterrado da estaca 609, já rompida e até então (junho 97) não recuperada. Essa investigação constaria de inspeção visual detalhada em terra e exame de amostras do material base e das soldas dos trechos enterrados de uma estaca típica.

Algumas das seguintes concepções foram analisadas por Batista et ai12': A. Novos apoios metál icos constituídos por duas travessas de aço (com proteção catódica)

simplesmente apoiadas sobre duas novas estacas de aço, tal como ilustrado na figura 7. Este tipo de concepção estrutural, na qual a estaca existente é abandonada, foi adotado para reforço dos apoios 407, 508, 509, 510, 512 e 511 (distinto dos demais), executados entre agosto de 1991 e setembro de 1992.

Observa-se, com auxílio da figura 7, que as resultantes das cargas estáticas e dinâmicas, transversais ao eixo do Esei, resistidas pela estaca danificada existente, serão transferidas sua-vemente para o novo berço (constituído por duas cunhas apertadas contra a sela do apoio) e para duas novas estacas. Essa transferência se fará com a perda progressiva de capacidade portante estrutural da estaca original devido à propagação da fratura, iniciada pelo processo de fadiga, ao redor da circunferência de uma seção com cordão de solda.

Observa-se também as quatro rótulas mecânicas instaladas nas conexões entre os extremos das duas travessas e as cabeças das duas novas estacas com D = 1,40 m, e = 25 mm. Estas rótulas impedem a geração de momentos na cabeça das estacas e extremos das travessas, melhorando bastante o desempenho à fadiga desses componentes estruturais.

B. Recuperação com reforço das estacas existentes, por meio de encamisamento alon-gado ( -3 ,0 m de comprimento) executado com luvas bipartidas grouteadas e apertadas por parafusamento das aletas de bordo. Esta concepção é uma extensão da que foi utilizada preliminarmente para evitar o colapso de várias estacas, recuperadas finalmente com a con-cepção A, com a aplicação de braçadeiras bipartidas sobre a seção com fratura já iniciada, tal como ilustrado na figura 7. Esclarece-se aqui que a braçadeira curta sem grouteamento não impediu a propagação da fratura em torno de toda a circunferência do pé do 2o cordão de solda.

C. Subst i tu ição de cada estaca existente, por uma nova estaca metálica, cravada ao seu lado. Uma análise técnica preliminar desta concepção mostrou que é possível se cravar uma nova estaca ao lado de cada uma das existentes, transferindo toda a tubulação em CP do emis-sário para um novo alinhamento paralelo ao atual. Aparentemente, das considerações geométri-

CONSIDERAÇÕES GERAIS SOBRE A RECUPERAÇÃO DOS APOIOS

cas, poder-se-ia iniciar a translação dos apoios a partir de qualquer um deles, e não necessa-riamente a partir do apoio extremo 610.

Para esta operação ser executada será necessária a utilização de equipamento móvel, por exemplo do tipo plataforma auto-elevatória, que permita a suspensão e a translação lateral tem-porárias de uma união, enquanto a nova estaca é cravada e preparada para receber a união, sem desmontar esta última. A análise estrutural, a avaliação dos riscos de danos na estrutura envol-vidos nesse tipo de operação, além da verificação da estabilidade do equipamento a ser utiliza-do, foram alvos de um contrato de serviços de consultoria, firmado entre a Cedae e a Coppetec.

D.Transformação das estacas existentes em camisas para pi lares em concreto armado. Esta concepção de recuperação dos apoios do emissário é uma alternativa à concepção C, utilizando-se as mesmas operações de suspensão e translação lateral temporárias de cada união, mas agora para execução de uma estaca de concreto armado dentro da estaca metálica existente. Nessa concepção a capacidade de carga do novo apoio deverá ser bem avaliada em função da metodologia construtiva a ser empregada.

E. Outras concepções alternativas. Quaisquer outras concepções alternativas que utilizem outros tipos não usuais de fundação deverão ser analisadas criteriosamente com dados de sonda-gens realizadas no local exato da execução de cada fundação. Cuidados especiais deverão ser tomados com a localização desses pontos através da utilização do sistema de posicionamento GPS combinado com coordenadas cartográficas e geodésicas locais. Isto porque a experiência tem demonstrado que os erros inerentes ao sistema GPS para uso civil, e os erros decorrentes das transformações de coordenadas podem levar a sérios erros de posicionamento que ultrapassam, em geral. 100 m do alvo. Isto obviamente comprometeria os resultados das sondagens, já que bolsões de argila têm, por vezes, extensões reduzidas e variações acentuadas de espessura.

rótula mecânica

^ \ Estaca 508 Nova Estaca 508

braçadeira bi-partida

novo berço das juntas

calço metálico duas travessas de aço

com rosca para aperto

Nova Estaca 508 A

Concepção estrutural utilizada para recuperação e reforço de vários apoios do Esei

cabeçote

• 8J AGRADECIMENTOS Ao engenheiro Henrique Monteiro de Barros da Fonseca, na ocasião chefe de projetos da

Christiani-Nielsen Engenheiros e Construtores, pela oportunidade que nos deu de participar no desenvolvimento da concepção final da estrutura de reforço ilustrada na figura 7 e executada na recuperação de vários apoios.

Agradecemos também a todos os colegas que participaram da equipe da Coppetec na primei-ra fase dos serviços de consultoria W:

- análise metalográfica: L. H. Almeida, F. L. Bastian, L. R. M. Miranda - propagação de ondas: E. Melo F2, V. S. Rego - análise geotécnica: R E. Santa Maria - análise experimental: N. Roitman, E. M. Batista, C. Magluta.

BIBLIOGRAFIA

1. Batista RC et al (1992), Análise da Estrutura do Emissário Submarino de Esgotos de Ipanema, Rio de Janeiro, Relatórios Técnicos I a V Coppetec ET-150481, jan-abril; e Relatório Técnico I. ET-150516 agosto. 390 páginas.

2. Batista RC et al (1996), Recuperação do Emissário Submarino de Esgotos de Ipanema, Rio de Janeiro, Relatórios Técnicos I a IV Coppetec ET-150665,260 páginas.

3. Batista RC. Carvalho EML, Píeil MS & Magluta C (1992). Análise Dinâmica da Estrutura do Emissário Submarino de Ipanema. 7- Sibrat, Simpósio Brasileiro sobre Tubulações e Vasos de Pressão. Florianópolis. SC.

UTILIZAÇÃO E MANUTENÇÃO

DEFORMAÇÕES EXCESSIVAS EM LAJES DE UMA EDIFICAÇÃO COMERCIAL EM BOTAFOGO - RJ

VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOU/A P h D , MSc, Ivng" Civil , P rof . T i tu la r tio C u r s o tlc M e s t r a d o c m F.ngcnliaria Civil da Univers idade 1'cderal M u m i n c n s c

m INTRODUÇÃO Este trabalho narra um tipo de acidente muito comum nas edificações, característico de má utilização,

ou seja, de responsabilidade do usuário, que é o do carregamento das lajes - e da estrutura como um todo - muito além das suas capacidades portantes, isto é, da capacidade de carga para a qual elas foram projetadas. O problema ocorreu em um edif ício-sede de uma empresa multinacional, no bairro de Botafogo, cidade do Rio de Janeiro, no 9° pavimento do prédio, e só não aconteceu algo de mais grave em virtude da pronta ação da fiscalização da empresa, que retirou o carregamento adicional.

I 2 1 DESCRIÇÃO DO PROBLEMA O problema aqui descrito5'1 ocorreu quando da colocação de dois cofres, de dimensões em cen-

tímetros de 43 x 48 x 98 e 63 x 60,5 x 125, e que pesavam, vazios, 3,0 kN e 6,5 kN, respectivamen-te. e de um armário, de dimensões em centímetros de 50 x 100 x 200. pesando, vazio, 1,0 kN, sobre uma laje (L445) do 9o pavimento de um prédio comercial (escritórios) na cidade do Rio de Janeiro. Considerando-se os cofres e o armário cheios de papel, que era a utilização prevista, os pesos totais se elevariam para 6,0,13,6 e 1,6 kN, respectivamente.

Foi efetuada uma vistoria no local, e as informações obtidas indicaram que houve uma defor-mação instantânea ao se colocar os cofres e o armário sobre a estrutura, visível a olho nu, o que fez com que este último se inclinasse acentuadamente.

Com o problema já estabelecido, era então necessária a análise da estrutura do prédio, de forma a possibilitar que fossem encontradas possíveis soluções alternativas para o posicionamento dos cofres e do armário, já que os mesmos eram absolutamente necessários, e assim a solução a ser procurada poderia inclusive chegar a recomendar o reforço de alguns elementos estruturais.

[ 7 1 ANÁLISE DA ESTRUTURA A estrutura, na região de instalação dos cofres (C) e do armário (A), é a apresentada na figura 1. Para se analisar o que estava ocorrendo na realidade com a estrutura, foram recalculadas a

laje L445 e as suas vizinhas (L444 e L446), considerando-se as cargas regulamentadas pela NBR 6120'-21, para uma carga variável de 2,0 kN/m2 acrescida de uma carga de 5,8 kN/m2, corres-pondente ao peso dos cofres e do armário. Esta carga adicional foi estabelecida considerando-se que a área de influência destes objetos era limitada pelas vigas V445 e V449, na direção "horizon-tal", e pela viga V430 e uma linha imaginária a 2,5 m desta, na direção "vertical".

Todas as lajes, inclusive a laje L445, que sofreu a carga adicional, se mostraram satisfatórias quanto à espessura e às armaduras que estão indicadas no projeto estrutural do edifício.

As vigas V445 e V449 também foram recalculadas, tendo-se encontrado que, embora a viga V445 tivesse armaduras satisfatórias, o mesmo não ocorria com V449, cuja armadura apresenta-va uma deficiência de 2 <I> 16,0 mm, CA-50, considerando-se as cargas majoradas pelo coeficien-te previsto nas normas brasileiras. A lém disto, as dimensões reduzidas destas vigas, e de todas as vigas internas deste pavimento, com altura de 30 cm, tornavam a estrutura como um todo extremamente flexível, ocasionando, conseqüentemente, grandes deformações para acréscimos de carga em relação às consideradas no projeto.

333.5 316.5

P25

Esquema estrutural parcial do pavimento V441

P25B

L444

h=12

V445

Vigas com 42,5 x 30

V430

L445

h=12

V449

Com base no acima exposto, chegou-se às seguintes conclusões:

• a estrutura não tinha capacidade para suportar a sobrecarga imposta pela colocação dos dois cofres e do armário, nas posições que foram estabelecidas pela empresa;

• em qualquer lugar do pavimento em que fossem agrupados estes três elementos, o proble-ma voltaria a ocorrer;

• mesmo se colocados isoladamente em alguma posição não periférica do pavimento, a estru-tura não teria capacidade de suporte do carregamento adicional;

• foi efetuada uma análise mais ampla da estrutura do pavimento, e foi sugerida a colocação dos cofres e do armário nas posições indicadas na figura 2.

Posicionamento recomendado para os cofres e armário V445

Vigas com 42.5 x 30

LA J CONCLUSOES A intenção deste trabalho foi a de relatar, através de um caso real, um tipo bastante comum de

problema que ocorre nas estruturas das edificações, que é o ocasionado pelo maior interessado em seu bom desempenho, o usuário. A sobrecarga excessiva, acima da capacidade portante da estru-tura, e a falta de manutenção adequada são dois dos fatores que mais contribuem para o surgimento de sintomas patológicos nas estruturas, ou para a ocorrência de acidentes estruturais.

Neste caso em particular, a simples convocação de um profissional qualificado para efetuar a análise prévia do posicionamento dos cofres e do armário teria sido suficiente para evitar o pro-blema. Afortunadamente, não ocorreu um acidente de maiores proporções, que poderia ter sido desde o aparecimento de trincas até a ruína parcial da estrutura.

BIBLIOGRAFIA

1. Proconsulte Construções e Incorporações Ltda. (1987), Relatório Técnico rf 106/87, Rio de Janeiro, 04 páginas 2. Associação Brasileira de Normas Técnicas (1980), Cargas para o Cálculo de Estruturas de Edificações, NBR 6120/

80. Rio de Janeiro. Brasil.

ACIDENTES NATURAIS E IMPREVISTOS

DESABAMENTO E RECUPERAÇÃO DE UM TERMINAL PORTUÁRIO

MARIASTEU A FURTADO CASTEIJJO BRANCO Fng* Civil , D i r e to r a da S u p o r t e Consu l to r i a c P ro je tos l-ida.

NELSON SZILARD GALGOUL Dr.In j^ , Di re tor da Supor t e Consul tor ia e Pro je tos l.t«la., P rof . 'Ilt.Ul-1% Prof . Atlj.UFRJ

l J INTRODUÇÃO Verão de 1993, Macapá - no cais flutuante de um terminal exportador de minério no Rio Amazonas,

o navio recém-atracado executa os procedimentos de carregamento em uma rotina local, repetida já há mais de 35 anos. Próximo ao meio do dia, como de costume, os trabalhos são interrompidos. Permanecem no local apenas alguns poucos funcionários, protegidos do calor equatorial, no interior dos escritórios e oficinas próximos. Um ruído intenso ecoa - o pessoal corre em direção ao cais e o cenário que se apresenta é impressionante: as estruturas metálicas estão torcidas, caídas, rasgadas e rompidas; o cais, originalmente retilíneo, apresenta um ângulo no ponto de impacto do navio; há trechos enterrados e outros submersos. O terminal está, subitamente, inutilizável.

Explicar o ocorrido e, sobretudo recuperar, com a máxima urgência e o mínimo custo, o principal canal de escoamento do manganês produzido na mina da Serra do Navio são, agora, os problemas da engenharia.

2_ APRESENTAÇÃO DO PROBLEMA O fenômeno das terras caídas - "escavamen to produzido pelas águas dos rios fazendo com que

os barrancos sejam solapados intensamente, assumindo, por vezes aspecto assustador..:^ - , é bastante conhecido, recebendo, inclusive, denominação local ("cabeça-d'água"~ desabamento das margens dos rios provocado pela forte correnteza na época das cheias) e fazendo parte da mitologia ribeirinha ("cobra-grande"- um indescritível monstro subaquático serpentearia ao longo da margem dos rios provocando o desabamento). Nesse caso, o deslizamento da margem, em proporções signiíicativas (foto 1), gera uma grande onda transversal ao curso do rio. Esta onda impacta a lateral do navio, que se desloca. As amarras são tensionadas, a onda passa e estas amarras, tal qual um estilingue, jogam o navio de volta, de encontro ao cais. A primeira parte do problema está resolvida: as causas do acidente são. agora, conhecidas.

Parte-se, então, para o planejamento dos serviços. Estabelece-se o método de trabalho - o tempo passa a ser o grande obstáculo. Feito o planejamento, pode-se dar início à recuperação da estrutura acidentada.

Foto 1

Vista das margens do rio desabadas

I 3 | DESCRIÇÃO DAS ESTRUTURAS O terminal em questão é constituído por um cais flutuante de 12,2 m de largura e 244,8 m de

comprimento, posicionado a cerca de 63,0 m da margem do rio. Este cais é mantido em posição por meio de dois pórticos de ancoragem em forma de "A", distantes entre si 149,4 m. Os pórticos de ancoragem apóiam-se, verticalmente, no cais, em uma das extremidades sobre flutuadores e em uma estrutura de concreto armado, em terra, na outra extremidade (apoio pendular). Para levar o minério das pilhas, situadas em terra, até os navios atracados ao cais, há um sistema de transportadores subdividido em trechos, conforme abaixo:

• sistema em terra - correia transportadora de 285,3 m de comprimento que passa ao longo das pilhas de minério e vai até uma casa de transferência situada a 96,3 m da face de atracação do cais - este sistema não sofreu qualquer dano com o acidente;

• sistema para o rio - o minério que chega à casa de transferência é lançado em uma casa de silos sobre rodas ("trolley"), que se desloca ao longo de trilhos posicionados sobre uma estrutura de 86,9 m de comprimento (sendo 70,4 m entre apoios e 16,5 m de balanço), denominada Galeria. O "trolley" é provido, em sua extremidade, de uma correia transportadora retrátil (tipo "gang-way") capaz de lançar o minério a 16,5 m da extremidade do balanço, diretamente no porão dos navios. A Galeria é biapoiada, sendo um dos apoios sobre fundação em estacas, sob a casa de transferência. O outro apoio é em treliças leves sobre flutuadores, posicionados entre o cais e a margem.

As estruturas descritas, constituídas basicamente por treliças metálicas aparafusadas, foram projetadas e fabricadas nos Estados Unidos em 1955 e, a seguir, embarcadas para o Brasil, sendo montadas em Macapá. Ressalta-se que foram encontrados e colocados à disposição todos os desenhos do projeto original. O esquema das instalações do Terminal Portuário está apresentado na figura 1. Uma vista aérea do Terminal pode ser vista na foto 2.

P/PILHAS

Esquema das instalações do Terminal Portuário

Foto 2

Vista aérea do Terminal Portuário

I 4 | PLANEJAMENTO DOS SERVIÇOS DE RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL

O planejamento dos serviços de recuperação estrutural é embasado em uma lista de tarefas, conforme abaixo:

• pesquisar a real extensão dos danos - é comum em acidentes com estruturas metálicas que a impressão visual seja mais grave do que a situação real. Às vezes uma única viga danificada distorce, por completo, o aspecto do conjunto (em função dos movimentos relativos de corpo rígido entre dois trechos adjacentes que, individualmente, podem até manter razoável integridade). Nesta fase é fundamental o registro da investigação;

• pesquisar a existência de toda e qualquer documentação técnica - esta disponibilidade pode significar uma economia considerável no projeto de recuperação:

• pesquisar, junto ao pessoal responsável pela operação dos equipamentos, eventuais pontos de flexibilização do projeto original, tais como tolerâncias dimensionais, velocidade real e condições de operação, criando, eventualmente, uma nova coleção de critérios menos rígidos, mas ainda eficazes, para o projeto de recuperação;

• avaliar os recursos disponíveis "in loco" - espaço para implantação do canteiro de obras; maquinaria; infra-estrutura; tipo e qualificação da mão-de-obra local; condições de hospedagem, transporte e alimentação do pessoal mobilizado; possibilidade e condições de aquisição local dos materiais a serem consumidos na obra.

Com o levantamento local concluído inicia-se o projeto de recuperação, que deve contemplar, necessariamente, a elaboração primeira de uma lista avançada de materiais; a definição dos trabalhos a serem efetuados e sua seqüência de execução e o dimensionamento dos recursos necessários em termos de mão-de-obra e equipamentos.

I 5 | EXTENSÃO DO ACIDENTE Os danos principais, detectados em cada uma das partes estruturais, estão listados abaixo:

• Cais - A avaria no cais é pequena e localizada, limitando-se, praticamente, à viga superior frontal e aos contraventamentos horizontais adjacentes (foto 3);

• Pórtico de Ancoragem n* 1 - Este pórtico, de 42,1 m de comprimento e 12,2 m de abertura, praticamente não apresenta danos. Com a força do impacto, no entanto, a manilha de seu apoio pendular em terra rompeu e o pórtico desabou sobre o terreno (foto 4);

• Pórtico de Ancoragem n2 2 - Este pórtico, de 63,1 m de comprimento e 18,3 m de abertura, sofreu deformações plásticas locais graves, ficando com seu aspecto global comprometido, mantendo-se ainda apoiado (foto 5);

• Galeria - A Galeria sofreu uma torção longitudinal grave (foto 6); deslocou-se para trás, perdendo o apoio sobre o bloco de estacas em terra (foto 7); ruiu sobre o terreno, cais e flutuadores (foto 8), além de sofrer deformações locais graves (foto 9);

• Treliças de apoio da Galeria sobre os flutuadores - Estas treliças, muito esbeltas, ficaram inteiramente destruídas e danificadas (foto 10).

Foto 3

Cais flutuante -Deformação no ponto de impacto do navio

Foto 4

Pórtico de Ancoragem na 1 tombado sobre o terreno

Foto 5

Foto 6

Pórtico de Ancoragem ns 2 inteiramente deformado

Torção longitudinal da Galeria

Deslocamento sofrido pelo apoio da Galeria no bloco de concreto em terra

Foto 8

Galeria desmoronada sobre solo. flutuadores e cais

Foto 9

Galeria - Deformação local do banzo inferior da treliça e reforço parcial para manuseio durante reparo

Foto 10

l 6 l RECUPERAÇÃO DAS ESTRUTURAS A recuperação das estruturas, feita pela Superpesa Cia. de Transportes Especiais e Intermodais

S. A., conforme projeto da Suporte Consultoria e Projetos Ltda., tem como premissa básica a reposição mínima das peças danificadas, provendo vida útil residual suficiente, apenas, para cobrir o período final de funcionamento da mina, em fase de esgotamento.

O levantamento de recursos locais mostra poder-se contar somente com os itens de infra-estrutura básica, oficina para reparos mecânicos, hospedagem e alimentação de pessoal. Equipamentos, maquinaria, mão-de-obra qualificada e até mesmo local para instalação de canteiro de obras, em dimensões adequadas a várias frentes de trabalho simultâneas, não estão disponíveis.

A Suporte analisa e registra a extensão dos danos e, com base nos desenhos do projeto original, elabora um modelo estrutural espacial completo, em elementos finitos de barras. O "software" utilizado é o SACS da EDI de Nova Orleans (programa de análise estrutural utilizado internacionalmente, reconhecido por entidades normativas e governamentais diversas). As cargas são as mesmas do projeto original (à exceção das devidas ao vento, significativamente maiores -recalculadas conforme a Norma Brasileira). A estrutura é reanalisada para as condições do projeto

Treliças de apoio da Galeria sobre os flutuadores inteiramente destruídas

original e diversos membros secundários de travamento apresentam-se submetidos a excesso de tensão. O modelo é sucessivamente atualizado, admitindo-se a formação de rótulas plásticas e eliminando-se do modelo elementos flambados, que em nada contribuem para a rigidez global da estrutura. O modelo assim obtido retrata, com bastante fidelidade, a estrutura real. Nesse modelo são simuladas as avarias ocorridas. Determina-se. com a precisão necessária, os elementos que devem ser obrigatoriamente substituídos, aqueles que podem ser simplesmente removidos, os que podem permanecer na estrutura no estado em que se encontram e os reforços adicionais eventualmente necessários. Obtém-se, assim, a lista de materiais. Para a estrutura leve das treliças de apoio da Galeria sobre os flutuadores opta-se, em função da otimização do prazo, pela construção de uma nova estrutura idêntica à do projeto original.

Paralelamente, a Superpesa mobiliza uma balsa-guindaste de 3000 kN de capacidade, uma barcaça de serviço de 25,0 x 70,0 m e aluga uma balsa fluvial local. Na balsa-guindaste vão maquinaria leve, ferramental e materiais. Na barcaça de serviço vão os guindastes de terra.

Os períodos de compra e mobilização são simultâneos e os materiais e recursos chegam ao local da obra praticamente ao mesmo tempo.

Todo o processo de reparo é acompanhado, "in loco", por pessoal de projeto, equipado com computador tipo "lap-top", efetuando análises estruturais complementares e provendo, desta forma, respostas e soluções imediatas a cada problema que se apresenta.

As novas treliças de apoio da Galeria sobre os flutuadores são montadas, em terra, em local próximo às pilhas de minério (foto 11). O Pórtico de Ancoragem nQ 1 é içado e posicionado sobre a barcaça de serviços, agora transformada em canteiro de obras. O "trolley" é removido e levado à oficina mecânica para reparos. Os trilhos são removidos. A Galeria tem a região do apoio de terra reconstituída e o banzo inferior de sua treliça reforçado provisoriamente (foto 12). O reforço provisório projetado é expansível, para permitir retificação da treliça, quando da substituição do trecho plastificado e dobrado. A Galeria é içada na extremidade do balanço, pela balsa-guindaste (foto 13). Os flutuadores são removidos (foto 14). Os guindastes de terra e os macacos hidráulicos içam e empurram a extremidade oposta, simultaneamente. Em operação conjunta, a Galeria é posicionada, definitivamente, em seu apoio de terra e, provisoriamente, sobre a balsa fluvial (foto 15). Com toda a estrutura então emersa são feitos os reparos necessários. Concomitantemente, são também reparados o Pórtico de Ancoragem n° 1, o cais e os flutuadores. As treliças de apoio são reconstruídas e o Pórtico de Ancoragem n° 2, até então desabado, é reposicionado. Efetuado o reparo, a Galeria é novamente içada pela extremidade do balanço, a balsa fluvial é removida, os flutuadores e as treliças de apoio são posicionados e a Galeria é recolocada em sua posição definitiva. O Pórtico de Ancoragem nc 2, já reparado, é também reinstalado.

Posicionadas as estruturas principais, os trilhos são refixados à Galeria. São utilizados os calços e enrijecedores necessários para manter as tolerâncias operacionais dos alinhamentos. O "trolley" é reinstalado, testado, e o terminal volta a operar após apenas 40 dias de obra.

Foto 11

Novas treliças de apoio da Galeria sobre flutuadores sendo construídas, conforme projeto original

Foto 12

Foto 13

Foto 14

Reforço expansível do banzo inferior da treliça da Galeria

Içamento da Galeria pela extremidade do balanço

Içamento dos flutuadores para reparo

L z J CONCLUSOES Analisando-se o caso apresentado, conclui-se que acidentes podem ocorrer sem quaisquer

erros ou omissões de projeto, de construção ou de utilização das estruturas. Nesse caso, a estrutura que ruiu se apresentava em bom estado e operou com segurança e sem quaisquer incidentes durante cerca de 35 anos.

Atividades de campo bem-sucedidas, aliando qualidade técnica, rapidez e economia, são necessariamente embasadas na adequação dos recursos definidos a partir de uma engenharia de planejamento sólida. A estrutura de projeto deve aliar à eficiência a agilidade e a capacidade de acompanhar a dinâmica dos serviços.

BIBLIOGRAFIA

1. Guerra, Antonio Teixeira (1966), Dicionário Geotógico-Geomorfotógico. IBGE. Rio de Janeiro, Brasil.

CATÁSTROFES PRODUZIDAS POR FURACÕES NO MAR DO CARIBE"

Os furacões são redemoinhos gigantes, cuja vida em geral não passa de uma semana, com diâmetro que pode alcançar entre 500 e 800 km, e nos quais o ar gira ao redor de um centro de baixa pressão. A altura afetada por um furacão é da ordem de 13 km. O centro de um furacão é conhecido como olho, e apresenta a característica não usual de calma e céu claro em um diâmetro de cerca de 16 km. As velocidades dos ventos são superiores a 117 km/h, e podem chegar a mais do que o dobro disto. Para velocidades entre 62 a 117 km/h, o fenômeno é conhecido como tormenta tropical, e se as velocidades são inferiores a 62 km/h, é chamado de depressão tropical.

Para a formação de um furacão são requeridas temperaturas da ordem de 26° C. O sol esquenta a água, que sobe, se condensa, se precipita, e mantém o ciclo de circulação no furacão. Dependendo de como foi organizado um furacão, se forma o olho. Não há simetria dos ventos com respeito ao olho, mas, de acordo com os quadrantes em que nos encontremos, a soma das velocidades de translação e de rotação faz com que no extremo NE haja ventos muito altos, e algo menores no setor SO. Quando o olho passa por um acidente geográfico, os ventos mudam de direção.

As velocidades de translação dos furacões são baixas, ao redor de 16 km/h, mas as rajadas são extremamente altas, e isto permite distinguir entre cinco categorias de furacões segundo a escala Saffir-Simpson. Um furacão de categoria 5 produz efeitos devastadores, e os ventos são de mais de 250 km/h. A energia que um furacão de categoria 5 consome o equivalente a aproximadamente 100 anos de consumo energético dos Estados Unidos. Na categoria 4, os ventos vão de 210 a 250 km/h, com intensidade classificada como bem forte. As referências ['] e[2]

ajudam a visualizar a natureza deste fenômeno. Os furacões no Caribe têm suas origens na costa oeste da África, se iniciam como tormenta

tropical e posteriormente se transformam em furacões. A temporada de furacões é intensa entre agosto e outubro. As trajetórias que eles seguem são difíceis de determinar com mais do que um dia de antecipação, e tendem a ir em direção a centros de baixa pressão. Um furacão pode voltar a passar por um mesmo lugar; na realidade, há uns 60 eventos registrados nos quais isto ocorreu. Esta incerteza na trajetória faz com que seja um fenômeno previsível somente a curto prazo, o que o distingue de um terremoto, por exemplo.

Os problemas ocasionados por furacões são de vários tipos. Em primeiro lugar, há danos grandes produzidos pelos próprios ventos atuando sobre construções. Em segundo lugar, se produz o fenômeno conhecido como ressaca, no qual o nível da água do mar sobe e inunda as terras próximas à costa. Durante o furacão Marilyn, a altura de ressaca alcançou 4 m. A maior parte das mortes estão associadas a este fenômeno. Em terceiro lugar, se interrompem os serviços de infra-estrutura de uma localidade, e se geram perigos, como com a eletricidade, por exemplo. Em quarto lugar, há danos irreparáveis ao ecossistema do local.

O furacão Andrew só causou 13 mortes, mas o desastre que provocou custou 20 bilhões de dólares. O Gilbert, de categoria 5, ocasionou 200 mortes, e 200 mil pessoas ficaram sem teto.

O ano de 1995 foi o terceiro de maior atividade no Caribe: dez furacões e 17 tormentas tropicais. O período de recorrência de furacões de grande magnitude, como os registrados em 1995, é de 100 anos, mas já ocorreram dois em um mesmo local nos últimos seis anos. As probabilidades de que um mesmo local seja afetado por diferentes furacões é ínfima, mas, sem

LUÍS A. GODOY P h l l , Professor, Depar tamento d c !engenharia Civil,

Universidad do P u e n o Rico en Mayagucz, Pucr to Rico

CARACTERÍSTICAS DOS FURACÕES

FURACÕES DURANTE 1995

dúvida, isto está ocorrendo na atualidade. Isto traz problemas sérios para uma série de atividades econômicas, principalmente para as companhias seguradoras.

Em 6 de setembro, Luís assolou várias ilhas do Caribe, causando destruições severas nas ilhas de Antígua e Barbuda (rajadas de 240 km/h) e em St. Martin. Em Antígua deixou sem teto 70 mil dos 83 mil habitantes. Em 15 de setembro, só dez dias depois, o furacão Marilyn passou por várias ilhas, produzindo danos nas Ilhas Virgens dos Estados Unidos, em especial St.Thomas, St. Croix e Culebra [3). Em 1989, o furacão Hugo já havia devastado St. Croix. O caminho dos furacões Iris, Luís y Marilyn está mostrado na figura 1. Neste trabalho são descritos danos e acidentes ocorridos durante a passagem de Marilyn em St. Thomas, que foram constatados diretamente pelo autor.

Fig. 1

Trajetórias dos furacões Marilyn, Luís e Iris

3 DANOS EM TANQUES METÁLICOS O maior número de cascas que se encontram em St. Thomas são tanques metálicos para

armazenamento de petróleo, combustível ou água, e estão localizados em zonas expostas próximas do aeroporto. Como estruturas, tratam-se de cascas cilíndricas com espessura da ordem de 1 cm, diâmetro de 38 m e altura de 7 m. A relação entre o diâmetro e a altura é da ordem de 5, enquanto que a relação entre o raio e a espessura é de 1.900. Certamente uma esbeltez extraordinária.

Entre 15 e 16 de setembro de 1995 houve rajadas de 177 km/h, e ocorreram danos em vários tanque vazios w . Em alguns casos, houve o desprendimento do fechamento superior do tanque, e a casca cilíndrica ficou em balanço, sem enrijecimento na parte superior. O modo de ruptura detectado é claramente de flambagem, com um modo de várias ondas no sentido

;t. Thomas

< Anguilla * /

Vieques Martin

Barbuda Santa Ci

Martinica

Santa Lucía

Barbados San Vicente

San Juan

PUERTO RICO

Océano Atlântico

San Ki

I serrateV^ Mar Caribe

Mon

San Ki

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circunferencial e um quarto de onda no sentido vertical. As fotos 1 a 4 mostram este tipo de ruptura em vários tanques distintos. As fotos 5 e 6 mostram fechamentos superiores de tanques, destruídos pela ação do furacão. Tanques que entraram em colapso em St. Croix durante Hugo mostram formas de f lambagem muito similares a estas, o que indica que esta é uma falha recorrente no Caribe.

Foi registrado também um segundo tipo de ruptura em tanques de relação diâmetro / altura da ordem de 3. Neste caso, o modo de deformação de flambagem é localizado e afeta a zona central do tanque.

Para conhecer a distribuição de pressões devidas ao vento em cilindros com relações diâmetro/ altura como as assinaladas, foram levados a cabo estudos em túnel de vento, como está descrito na referência IS|. Adicionalmente, foram feitos modelos de elementos finitos para representar o comportamento não linear e a instabilidade dos tanques frente à ação do furacão. Estas ações foram consideradas como estáticas e também como dinâmicas, já que, para o tipo estrutural considerado, a inércia não exerce um papel tão importante e é aceitável usar técnicas estáticas de análise. A água, que era o líquido que existia no interior do tanque, tem um efeito estabilizante, mas não muito grande. Concluiu-se que, para o tanque cheio até a metade, só se aumenta o valor da carga de flambagem em 20% t6!.

F o t o l

Vista de um tanque rompido

Foto 2

Detalhe do rompimento da tampa de um tanque

Foto 3

Outro detalhe da tampa de um tanque danificada

Foto 4

Outro detalhe da tampa de um tanque danificada

Foto 5

Tampa de tanque após o colapso

Foto 6

Tampa de tanque após o colapso

I 4 | DANOS EM COBERTURAS ESPECIAIS Dois tipos de danos observados em coberturas de construções merecem menção especial

por suas características pouco usuais. Em primeiro lugar, se detectou o colapso do teto de uma casa, construído em material compósito. O material é um l oam" com arame tecido como reforço, como mostra a foto 7. Uma vista parcial do teto colapsado está mostrada na foto 8. Testemunhas do evento descreveram que primeiro se deu a ruptura de uma das paredes, o que foi seguido pela entrada do ar no interior, que levantou o teto. Este tipo de fenômeno de má ancoragem de estruturas de telhado é característico de muitos dos acidentes ocorridos.

Na foto 9 estão mostrados danos em coberturas metálicas no depósito de um supermercado. O problema novamente foi devido à má f ixação do teto às paredes, por usar-se f ixadores demasiadamente espaçados. A fixação não respeitava os regulamentos vigentes na ilha.

Foto 7

Detalhe do material do teto da casa

Foto 8

Vista do teto da casa após a ruptura

Foto 10

Ruptura de solda entre vigas e colunas

Danos em cobertura metálica de depósito de um supermercado

Foto 11

L 5 | DANOS EM PÓRTICOS Pórticos metálicos de grandes dimensões são empregados no Caribe para edifícios de

supermercados, entre outras aplicações. Um deles ruiu "cinematograficamente" durante a passagem de um furacão, no centro da capital Charlotte Amalie. Este edifício de um pavimento tinha problemas de ancoragem das colunas às bases, que era feita por meio de parafusos. Em algumas colunas se verificou que havia um em lugar de dois parafusos, e que tinham um alto grau de corrosão. Também se registrou a ruptura de soldas entre vigas e colunas, como está mostrado na foto 10. Não foi possível reconstituir a seqüência exata dos eventos que levaram ao colapso, mas foi possível identificar fatores de debilitamento, incluindo corrosão do aço em vigas estruturais, além dos problemas mencionados anteriormente.

Foi observado o fenômeno conhecido como"sway buckling", no qual se produz um deslocamento lateral de um pórtico, em estruturas para armazenamento de embarcações, mostradas na foto 11. Pode-se notar claramente, nesta fotografia, um problema de projeto, que é a falta de continuidade das vigas horizontais, que, por motivos funcionais, se haviam levantado em alguns setores, relativamente a outros.

Em muitos casos a estrutura ficou em pé resistindo, mas os fechamentos laterais se perderam, com o que se evacuou o edifício. Casos típicos se deram, como mostrado na foto 12, onde um projeto deficiente de elementos secundários produziu perdas muito grandes em termos econômicos.

Deslocamento lateral de pórtico em abrigo para embarcações

Foto 12

Perda de fechamento lateral de edifício

IAJ CONCLUSÕES Vários dos tanques que ruíram em St. Thomas são uma amostra da necessidade de realizar

melhorias no projeto. Nossas análises mostram que, sob as condições de vento que ocorrem nesta região, estes tanques vazios sofrem flambagem. Assim, suas rupturas poderiam ter sido evitadas. A origem destes e de outros acidentes ocorridos está relacionada com o fato de que as estruturas são projetadas nos Estados Unidos, de forma padronizada para condições diferentes de intensidade de vento, e são transportadas e construídas no Caribe para que suportem ações muito diferentes. Se entende que é imprescindível colocar anéis enrijecedores na parte superior dos tanques, a fim de dar uma maior rigidez anelar no bordo superior e evitar flambagem em modos típicos de um cilindro em balanço.

Em seu estado atual, estas estruturas com danos parciais se encontram em uma condição de debilidade ante ações futuras de magnitude muito menor. Em alguns casos nos quais não houve ruína, o dano ocasionado pelo furacão atua como gerador de imperfeições de amplitude igual a várias vezes a espessura da casca. Isto induz ao surgimento de problemas de diferentes tipos frente a cargas não necessariamente devidas a ventos

Finalmente, o tipo de ruptura que foi registrado em St. Thomas em 1995 é similar ao encontrado em St. Croix em 1989, de modo que não se trata de um fenômeno novo e inesperado, mas sim de um tipo de ruptura que já havia ocorrido na região alguns anos atrás.

AGRADECIMENTOS O presente trabalho é parte do projeto intitulado "Behavior of Damaged Structures and Structural

Components", que o autor desenvolve no Centro de Infraestructura Civil de UPR-M, mediante um subsídio de EPSCoR-NSF 1995-98.0 autor agradece ao Dr. R. Zapata por suas valiosas explicações sobre mecânica de furacões. O apoio de Fema e do Departamento de Ingenieria Civil para viajar a St. Thomas em setembro de 1995 é altamente reconhecido.

BIBLIOGRAFIA

1. Simiu E & Scanlan R (1986). Wind Effects on Structures. Wiley. New York. 2. Sachs P (1978). Wind Forces in Engineering. 2 Ed., Pergamon Press. Oxford. 3. FEMA/ Hazard Mitigation Team (1995), Puerto Rico: Mitigation Strategy Report Prepared in Response to Hurricane

Marilyn. FEMA-1068-DR-PR. San Juan. PR. 4. Godoy LA (1995). Danos y Colapsos de Cascaras Debidos al Huracan Marilyn. Tecnomundo. Colégio de Ingenieros

de Puerto Rico, Noviembre, pp. 10. 5. Godoy LA. Flores FG. Elaskar SA & Zapata R (1996). Comportamiento no lineal de silos y tanques frente a accion de

vientos. Seminário Lecciones dei Huracan Marilyn. Mayaguez. PR. Febrero. 6. Flores FG & Godoy LA (1996), Mecom 96. Tucuman, Argentina. 7. Godoy LA (1996), Thin-Walled Structures with Structural Imperfections: Analysis and Behavior. Pergamon Press,

Oxford.

• Traduzido do espanhol por Vicente Custódio Moreira de Souza

EXPLOSÃO E INCÊNDIO EM TANQUES DE ARMAZENAMENTO DE AGUARDENTE EM CAMPOS-RJ

ASSED NAKED HADDAD DtSc, M.SC, 1 Ing" Civil, Prof . Visitante tio Curso d c Pôs- t í raduação c m Kngcnharia Civil

da Universidade l-cdcral l l uminensc VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA

PhD, MSc, llng® Civil, Prof. Titular d o Curso dc Pòs-Graduação cm ilngcnharía Civil da Universidade Ix-dcral 1'lumincnsc

• INTRODUÇÃO Diversos acidentes ocorrem em estruturas em virtude do desconhecimento ou do pouco co-

nhecimento das ações resultantes de sinistros às quais estas estruturas podem estar sujeitas em decorrência de sua utilização. No caso de tanques de armazenagem de fluidos inflamáveis e explosivos, as análises de riscos inerentes aos processos muitas vezes se concentram nos aspectos ligados à segurança contra incêndios e ao pânico, assim como nas lesões decorrentes das explosões e nas conseqüências relativas às pessoas e ao restante do patrimônio da empre-sa, mas as normas e regulamentos são em geral omissos quanto à consideração de carrega-mentos especiais. Neste trabalho será apresentado um acidente em tanques de armazenamento de líquidos inflamáveis, ocorrido no Município de Campos, Estado do Rio de Janeiro, sendo que a análise será feita sob o enfoque do comportamento da estrutura e dos danos que lhe foram impostos em virtude da explosão ocorrida.

I 2 1 DESCRIÇÃO DO ACIDENTE O acidente que será aqui descrito foi decorrente da explosão, seguida de incêndio, em dois

tanques de armazenagem de aguardente de cana-de-açúcar, que é uma substância inflamável e explosiva, situados em um parque industrial de processamento e estocagem deste produto - pro-veniente da destilação da cana-de-açúcar, sendo armazenado a uma concentração de 75° GL em uma zona rural do Município de Campos dos Goytacazes, Estado do Rio de Janeiro.

Este material de origem orgânica entra em ignição a aproximadamente 80° C, o que torna este t ipo de acidente algo de relativamente baixa previsibilidade. A inflamação necessita inicialmente de uma centelha, e, posteriormente, de oxigênio em quantidade suficiente para sustentar o fogo, enquanto que. para a ocorrência de explosão, há a necessidade de confinamento.

O acidente atingiu de forma mais violenta dois dos diversos tanques metálicos, de forma cilíndrica, que tinham as tampas de forma cônica abatida. O primeiro tanque, denominado de TK3, tinha 10,41 m de diâmetro e 7,20 m de altura, e o segundo, denominado de TK13, tinha 7,63 m de diâmetro e 6,00 m de altura. As estruturas metálicas dos tanques eram formadas de cha-pas de aço de meia polegada de espessura, que eram soldadas tanto na direção horizontal quanto na direção vertical. Os cilindros por elas formados eram reforçados internamente, na direção meridiana, por enri jecedores compostos de perfis metálicos. Na parte central havia tubos que atravessavam toda a altura dos tanques (um tubo em cada tanque), e que serviam como válvulas de escape dos gases.

O tanque TK3 tinha capacidade para armazenar 660 mil litros de aguardente de cana, e o TK13 podia receber até 250 mil litros deste material. As fundações de todos os tanques eram •fundações superficiais corridas, constituídas de blocos circulares dispostos sob as paredes late-rais, nos quais as chapas de base das paredes eram aparafusadas. As distâncias que separa-vam os tanques entre si eram pequenas, como pode ser visto na figura 1, sendo este um entre os fatores que contribuíram decisivamente para a ocorrência do acidente aqui descrito.

O acidente ocorrido iniciou-se pela explosão do tanque TK3. Pode-se afirmar, com elevado grau de probabilidade, que, durante uma operação de carregamento de aguardente do TK3 hou-ve a produção de uma centelha. Para complicar mais um pouco a situação, esta centelha acon-teceu quando havia pouco material neste tanque (ou quando ele estava mesmo quase vazio,

significando que havia grande quantidade de gases), vindo a inflamar o seu conteúdo, que ex-pandiu. Com a expansão, e em virtude do confinamento existente, seguiram-se a explosão e o incêndio, sendo a explosão a responsável pelo arremesso da tampa do TK3 sobre um outro tanque próximo.

Uma vez instalado o processo, e principalmente em virtude da pouca distância entre os tan-ques, o incêndio no tanque TK3 provocou o superaquecimento do tanque TK13, que, por proces-so semelhante, também veio a explodir, e a se incendiar, tendo o calor produzido pelos dois chegado a chamuscar um outro tanque próximo, o qual, por sorte, e por não conter suficiente combustível, não deu continuidade à reação em cadeia, o que alastraria a ocorrência a todos os outros tanques.

O estado final dos tanques pode ser visto nas fotos 1, 2 e 3, que evidenciam a violência das explosões e as deformações a que foram submetidas as paredes, após as tampas terem sido arremessadas a considerável distância. As deformações dos topos dos tanques foram devidas à perda, pelo aço, da sua capacidade de resistência, pois, com a ação do fogo e, principalmen-te, dos esforços que foram desenvolvidos com a explosão, o material ultrapassou o seu regime elástico, assumindo com isto as conformações finais que estão mostradas nestas fotografias.

Examinando-se a foto 3, pode-se notar que o tanque TK13 foi praticamente destruído, en-quanto que nas fotos 1 e 2 pode-se verificar que os danos no tanque TK3 foram maiores nas proximidades do seu topo do que nas da fundação.

Aspecto geral do conjunto de tanques de armazenamento de aguardente de cana

3 ANÁLISE DOS DANOS

Foto 1

Aspecto do tanque TK3 após a explosão

Foto 2

Outro aspecto do tanque TK3 após a explosão

Foto 3

Aspecto do tanque TK13 após a explosão

Os tanques TK3 e TK13 não tiveram recuperação possível, sendo que os seus materiais constituintes foram transformados em sucata. Apenas as fundações puderam ser aproveitadas na reconstrução dos tanques.

4_| CONSIDERAÇÕES FINAIS Pode-se afirmar que, mesmo atendendo às normas de prevenção contra incêndios e explo-

sões, a proximidade de tanques de armazenamento de líquidos inflamáveis sujeita-os ao acon-tecimento de situações desse tipo, permitindo a inflamação e a explosão generalizadas, onde, devido à alta temperatura desenvolvida pelo incêndio e aos efeitos das explosões anteriores, os diversos tanques que constituem o conjunto podem ser atingidos de forma semelhante e suces-siva, fazendo com que um acidente localizado possa assumir proporções de catástrofe.

Quanto ao processo de carregamento de material nos tanques, há a necessidade de se con-siderar a utilização de equipamentos mais sofisticados no processo de transferência entre os veículos de transporte e os tanques, de forma a evitar a produção de faíscas que possam dar início ao processo de ignição, processo este que é sempre seguido de explosão e de incêndio.

Como se pode observar na foto 3, o TK13 foi totalmente destruído, e um outro tanque ao seu lado, que também foi atingido pelas chamas, quase explodiu. Assim sendo, este tipo de confor-mação física do arranjo estrutural pode possibilitar a ocorrência de uma catástrofe generalizada. Ao se projetar um conjunto de tanques como este, deve-se considerar corretamente os aspectos de projeto estrutural, o que foi o caso no conjunto de tanques em questão, mas deve-se também considerar mais profundamente a possibilidade de ocorrência de problemas como os aqui narra-dos, dimensionando os tanques, isoladamente, para resistir a possíveis explosões, pois nem sempre os dispositivos mecânicos e as medidas de segurança contra incêndios e pânico, pre-ventivas de sinistros deste tipo, são totalmente abrangentes.

BIBLIOGRAFIA

1. Haddad. A.N. - Acidentes em estruturas e seus aspectos legais. Dissertação de Mestrado. UFF, Niterói. 1992.

CONCLUSÕES

Ao lançarmos o Volume 1 de ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONS-TRUÇÃO CIVIL, em novembro de 1996, tínhamos a consciência de estarmos quebrando um tabu, rompendo um círculo de silêncio manti-do com relação aos insucessos, anomalias e acidentes envolvendo a engenharia estrutural.

Após um demorado e paciente trabalho de levantamento e compila-ção de dados, envolvendo numerosos contatos e a participação de di-versos profissionais de engenharia, inclusive de outros estados do Brasil, que durou um ano e seis meses, finalmente concluímos e viabilizamos a obra, graças também ao patrocínio das empresas e associações que se engajaram na empreitada.

O objetivo da publicação é tão somente o de formar, ensinar e trans-mitir conhecimentos, e não expor colegas de profissão ou empresas que se envolveram nos casos relatados. Conseqüentemente, verdadei-ras lições de engenharia passaram a ser compartilhadas com os cole-gas de profissão. A recompensa veio ao constatarmos que, em menos de dois meses, a 1a edição, de 2.000 exemplares, estava esgotada, exigindo a impressão de uma 2a tiragem, com 3.000 exemplares. Em seguida, vieram os contatos, provenientes de vários estados. Cartas de incentivo, convites para apresentarmos palestras sobre o livro, ofe-recimento de relatos técnicos por colegas que mostravam interesse em participar de uma nova publicação.

Em março de 1997, recomeçamos nossa tarefa de seleção e elabo-ração de trabalhos para a publicação do Volume 2, agora editado e colocado à disposição da comunidade profissional. Desta vez, conta-mos inclusive com a colaboração de colegas residentes no exterior, conferindo ao livro uma abrangência internacional. A todos aqueles que cooperaram, relatando suas experiências profissionais, mais uma vez, nossos sinceros agradecimentos. Às empresas e associações que, com seu patrocínio, apoiaram a edição desta obra, consignamos aqui nos-so "muito obrigado".

SOBRE OS AUTORES

ALBINO JOAQUIM PIMENTA DA CUNHA Engenheiro civil, com especialização em Estruturas (UFRJ/74). Mestre em Engenharia Civil (UFF/85). Trabalhou como engenheiro de projetos em empresas de consultoria de engenharia por mais de 15 anos, elaborando projetos estruturais nas áreas de transporte e de energia. Desenvolveu vários sistemas comput-acionais voltados à Engenharia de Estruturas. Professor universitário há mais de 20 anos. lecionou várias disciplinas da Área de Estruturas. Apresentou diversos trabalhos técnicos em revistas especializadas, congressos e seminários, nacionais e internacionais. Co-autor do livro "Lajes em Concreto Armado e Protendido" (Eduff/nov 94). Coordenador Técnico e co-autor do livro "Acidentes Estruturais na Construção Civil - volume I (Pini/out96). Professor assistente de Concreto Armado na Faculdade de Engenharia da UERJ desde 1984, aprovado em Concurso Público de Provas e Títulos. Consultor na Área de Engenharia de Estruturas.

NELSON ARAÚJO LIMA Engenheiro civil (Escola Nacional de Engenharia - Universidade do Brasil), atual UFRJ (1963), ano em que participou do Curso de Pontes em Concreto Armado organizado pelo professor Aderson Moreira da Rocha. Como bolsista do governo francês seguiu o Curso de Concreto Protendido (1964/1965) no Centre de Hautes Études du Béton, Béton Armé et Béton Précontraint. atualizado posteriormente por um Curso de Reciclagem realizado em 1975. Curso de Pós-graduação "Métodos Modernos de Análise Estrutural e de Dimensionamento de Concreto Armado e Protendido com Utilização Intensiva do Computador" no Cepuerj (1978). Membro da Comissão de Trabalho instituída pela ABNT para elaborar o Projeto de Revisão da NB-2 e, como presidente da Comissão de Corrosão de Elementos Metálicos do CB-01, participou do convênio ABNT-Abraco na elaboração de três Projetos de Norma relativos ao controle da corrosão de armaduras em estruturas de concreto. Engenheiro e diretor da Divisão de Estruturas da Secretaria Municipal de Obras e Serviços Públicos da Prefeitura da Cidade do Rio de Janeiro (1963 a 1988). No curso destes 25 anos participou do projeto e da supervisão da construção de numerosas estruturas, tendo sido designado oficialmente membro das Co-missões Técnicas de Vistoria que examinaram as causas de diversos acidentes estruturais importantes ocorridos em obras públicas no município do Rio de Janeiro.

VICENTE CUSTÓDIO MOREIRA DE SOUZA Engenheiro civil (PUC-Rio/71); curso de mestrado em Engenharia Civil com tese defendida sobre quadros espaciais (PUC-Rio/73). Trabalhou durante seis meses em projeto de pesquisa sobre vibrações de estruturas no Building Research Stablishment, na Inglaterra (1976). Curso de doutorado (PhD) na University College London, University of London. com tese defendida sobre vibrações de cascas esféricas (1980). Professor titular da Escola de Engenharia de Volta Redonda. Fundação Osvaldo Aranha (1973/1974). Engenheiro do DNER (1972 a 1974). Professor do Departamento de Engenharia Civil da PUC-Rio (1974 a 1978). Professor titular de Estabilidade das Construções do Curso de Mestrado em Engenharia Civil da UFF, onde leciona desde 1981, sendo atualmente coordenador deste curso. Pesquisador do CNPq. Co-autor do livro "Lajes em Concreto Armado e Protendido" (Eduff/94), "Acidentes Estruturais na Construção Civil - volume 1" (Pini/1996) e "Patologia, Recuperação e Reforço de Estruturas de Concreto" (Pini/1998). Autor de vários projetos de pontes e edificações residenciais, comerciais e industriais e de dezenas de trabalhos científicos publicados em periódicos especializados nacionais e estrangeiros e em anais de congressos científicos.

Sentimo-nos honrados em podermos participar deste volume 2 do livro ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO CIVIL, publicação de grande sucesso nos meios científicos e entre estudiosos do assunto.

Enfatizamos a necessidade de maior interação entre as diversas engenharias, dentre elas a da corrosão e a do meio-ambiente, em função dos problemas que as estruturas metálicas (incluindo aí as ferragens em concreto) de pequeno ou grande porte passam frente à ação do tempo e em decorrência das imperfeições construtivas e dos impactos ambientais que determinados acidentes impõem à natureza e à sociedade.

Como especialistas em corrosão, acreditamos poder contribuir para a minimização e mitigação dos problemas relacionados a essas técnicas que. muito orgulhosamente, nós profissionais da Sytec 3, aplicamos há mais de 22 anos.

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c a r i o c a C H R I S T I A N I - N I E L S E N

e n g e n h a r i a

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A ESTE-REESTRUTURA tem como filosofia o desenvolvimento constante de novas tecnologias para a realização de obras de recuperação, com o objetivo de valorização do patrimônio envolvido, sob o aspecto de eficiência executiva, durabilidade da obra e ainda, item fundamental nos dias de hoje. a viabilidade econômica das mesmas. O objetivo principal tem sido a realização destas obras considerando o conceito da importância da valorização e manutenção de um patrimônio, conceito que deve ser aplicado durante toda a vida útil de uma obra. e não somente em situações excepcionais. A este conceito soma-se o princípio de exequibilidade deste tipo de obra, isto é, da existência de tecnologia e mão-de-obra em condições de realizar serviços de extrema precisão.

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Reforço estrutural da Ponte dos Remédios na cidade de São Paulo

ACIDENTES ESTRUTURAIS NA CONSTRUÇÃO CIVIL Volume II

Na expectativa de alcançar o mesmo sucesso obt ido pela publica-ção do volume 1, este segundo volume persiste no objet ivo de divul-gar no meio técnico as causas de acidentes estruturais ocorr idos na construção civil. Entusiasmados com o alcance didático deste traba-lho, outros engenheiros vieram se juntar ao grupo inicial para, com competência e lisura, transmit ir aos colegas da profissão o melhor de sua experiência na análise e na solução de acidentes estruturais. Assim, 27 relatos técnicos foram reunidos neste segundo volume, abrangendo 11 temas: • Erros de projetos e de detalhamento • Fundações, contenções e obras de terra • Escoramento • Erros de construção • Contraventamento • Pontes e viadutos • Varandas e marquises • Corrosão • Fadiga • Utilização e manutenção • Acidentes naturais e imprevistos

c a r i o c a C H R I S T I A N I - N I E I S E N

e n g e n h a r i a