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UNIVERSIDADE DE SÃO PAULO

ESCOLA DE ENGENHARIA DE SÃO CARLOS

DEPARTAMENTO DE ENGENHARIA DE ESTRUTURAS

GUILHERME ARRUDA FIORINI

VIABILIDADE TÉCNICA DE REFORÇO EM PROTENSÃO

EXTERNANO VIADUTO DO km 206 + 600 m DA SP-310

São Carlos

2019

GUILHERME ARRUDA FIORINI

VIABILIDADE TÉCNICA DE REFORÇO EM PROTENSÃO

EXTERNANO VIADUTO DO km 206 + 600 m DA SP-310

Trabalho de Conclusão de Curso apresentado

ao Curso de Engenharia Civil da Escola de

Engenharia de São Carlos, Universidade de

São Paulo, como parte dos requisitos

necessários à obtenção do título de

Engenheiro.

Orientador: Prof. Dr. Rogério Carrazedo

São Carlos

2019

FOLHA DE AVALIAÇÃO OU APROVAÇÃO

Elemento obrigatório. Deixe esta folha em branco, pois a folha de aprovação

será entregue no dia da defesa.

AGRADECIMENTOS

Aos meus pais Luiz Odécio Fiorini Canhassi e Benedita Aparecida Arruda

Fiorini por todo o apoio nesses anos, ao meu irmão Gabriel A. Fiorini pela amizade e

exemplo e a toda a minha família.

Ao meu orientador Professor Dr. Rogério Carrazedo pela confiança e auxílio ao

longo do desenvolvimento deste trabalho.

Aos amigos de longa data pelos momentos de descanso e aos amigos que

conheci nesta jornada pelo companheirismo e novas perpectivas.

A todos os meus amigos da empresa COPEM pela troca de experiências e

amadurecimento, em especial ao Paulo dos Santos Netto pelo auxílio neste trabalho e ao

Leandro Silva Souza pela oportunidade de contato com o viaduto tema deste trabalho.

A ENESCIL por permitir e disponibilizar todas as informações necessárias sobre

o projeto de reforço que realizaram.

A Arteris Centrovias por permitir e disponibilizar informações e as imagens

necessárias para a elaboração deste projeto.

RESUMO

FIORINI, G. A. Viabilidade técnica de reforço em protensão externa no

viaduto do km 206 + 600 m da SP-310. 2019. 145 f. Monografia (Trabalho de

Conclusão de Curso) – Escola de Engenharia de São Carlos, Universidade de São Paulo,

São Carlos, 2019.

O presente trabalho busca avaliar a viabilidade técnica de reforço por protensão

externa no viaduto do km 206 + 600 da SP-310 (Rodovia Washington Luís), o qual já

passou por um projeto de reforço por polímero reforçado por fibra de carbono no ano de

2005. Foram discutidas as principais causas de patologias que afetam as estruturas de

pontes e viadutos. Da mesma forma, procurou-se abordar as principais formas de

reforços de estruturas de pontes e viadutos e suas vantagens e desvantagens como

soluções. O projeto de reforço original se mostrou necessário, uma vez que a

superestrutura do viaduto apresentava patologias concentradas na face inferior da laje,

além da alteração do trem-tipo nas normas nacionais nas últimas décadas. Assim como

no projeto de reforço original foi proposta uma sobre laje, assim como, quando

necessário, reforço por protensão externa nas seções com déficit de resistência para as

novas cargas. Também foi realizado o dimensionamento dos blocos de ancoragem

responsáveis por transferir a ação da protensão para a estrutura da laje.

Palavras-chave: Reforço estrutural; Concreto armado; Protensão externa;

Viaduto.

ABSTRACT

FIORINI, G. A. Technical feasibility of reinforcement in external prestress

in the km 206 + 600 m overpass of SP-310. 2019. 145 f. Monografia (Trabalho de

Conclusão de Curso) – Escola de Engenharia de São Carlos, Universidade de São Paulo,

São Carlos, 2019.

The present work addresses the technical feasibility of reinforcement by external

prestressing on the km 206 + 600 overpass of the SP-310 (Washington Luís Highway),

which has already undergone a carbon fiber reinforced polymer reinforcement project in

2005. The main causes of pathologies affecting bridge and viaduct structures are

discussed. Likewise, it seeks to address the main forms of reinforcement of bridge and

viaduct structures and their advantages and disadvantages as solutions. The original

reinforcement project was necessary, since the viaduct superstructure presented

pathologies concentrated in the underside of the slab, besides the alteration of the type

train in the national norms in the last decades. As in the original reinforcement project, a

over slab was proposed, as well as, when necessary, external prestressing reinforcement

in the sections with resistance deficit for the new loads. The design of the anchor blocks

responsible for transferring the prestressing action to the slab structure was also

performed.

Key words: Structural reinforcement; Reinforced concrete; External prestressing;

Overpass

LISTA DE FIGURAS

Figura 1 - Vista do viaduto do km 206 + 600 m da SP-310 ........................................ 4

Figura 2 - Pilar degradado pela ação de íons de sulfato ............................................. 8

Figura 3 - Desprendimento do concreto e corrosão da armadura por ataque de cloretos 9

Figura 4 - Fissuras causadas por reação álcali-agregado em edifício público. ............. 11

Figura 5 - Face inferior da laje superior da ponte sobre o córrego Palmital, BR-040/MG,

com presença de eflorescência. ............................................................................. 12

Figura 6 - Reforço por acréscimo de barras de armadura ......................................... 17

Figura 7 - Reforço por adição de chapas metálicas .................................................. 19

Figura 8 - Vista inferior do tabuleiro do viaduto do km 206 + 600 m da SP-310 ........ 22

Figura 9 - Dispositivos metálicos utilizados para a ancoragem das cordoalhas nas

extremidades da viga ........................................................................................... 25

Figura 10 - Seção transversal do viaduto antes do reforço de 2005 ........................... 44

Figura 11 - Seção transversal considerada do viaduto para o projeto de reforço de 2005

da ENESCIL ...................................................................................................... 45

Figura 12 - Presença de eflorescência na laje inferior .............................................. 46

Figura 13 - Presença de eflorescência na borda da superestrutura ............................. 46

Figura 14 - Presença de eflorescência nas extremidades do viaduto .......................... 47

Figura 15 - Exposição e corrosão das armaduras da laje inferior ............................... 48

Figura 16 - Fissuração e corrosão da laje inferior .................................................... 48

Figura 17 - Constatação de corrosão pelo seu efeito no concreto .............................. 49

Figura 18 - Uma das avarias ocorridas no reforço da viga de borda. ......................... 50

Figura 19: Eflorescência, corrosão e avarias devido ao tráfego de caminhões com altura

excessiva............................................................................................................ 51

Figura 20 - Modelo adotado para a determinação dos esforços (Unidades em cm) ...... 52

Figura 21 - Numeração das vigas principais do modelo ........................................... 53

Figura 22 - Numeração das transversinas do modelo ............................................... 53

Figura 23 - Numeração das propriedades dos elementos de barra do modelo ............. 55

Figura 24 - Numeração das propriedades dos elementos de placa do modelo ............. 55

Figura 25 - Disposição das cargas estáticas. ........................................................... 56

Figura 26 - Disposição de armadura positiva nas transversinas de vão ...................... 58

Figura 27 - Envoltória de momento fletor (ELU) para a transversina V108 ............... 59

Figura 28 - Equilíbrio da seção para momento fletor negativo .................................. 60

Figura 29 - Equilíbrio da seção para momento fletor positivo .................................. 61

Figura 30 - Envoltória de esforço cortante (ELU) para a transversina V108 ............... 63

Figura 31 - Envoltória de momento fletor (ELU-FAD) para a transversina V108 ....... 64

Figura 32 - Envoltória de esforço cortante (ELU-FAD) para a transversina V108 ...... 67

Figura 33 - Disposição de armadura positiva nas transversinas dos apoios 1 e 6 ......... 68















Figura 48 - Seções para verificação das longarinas intermediárias ............................ 92

Figura 49 - Disposição de armadura positiva nas longarinas intermediárias ............... 92

Figura 50 - Geometria da seção da longarina V17 ................................................... 93

Figura 51 - Envoltória de momento fletor (ELU) para a longarina V17 ..................... 94

Figura 52 - Envoltória de esforço cortante (ELU) para a longarina V17 .................... 97

Figura 53 - Envoltória de momento fletor (ELU-FAD) para a longarina V17 ............. 98

Figura 54 - Envoltória de esforço cortante (ELU-FAD) para a longarina V17 .......... 101

Figura 55 - Seções para verificação das longarinas centrais ................................... 102

Figura 56 - Disposição de armadura positiva nas longarinas centrais ...................... 102

Figura 57 - Geometria da seção da longarina V15 ................................................. 103

Figura 58 - Envoltória de momento fletor (ELU) para a longarina V15 ................... 103

Figura 59 - Envoltória de esforço cortante (ELU) para a longarina V15 .................. 105

Figura 60 - Envoltória de momento fletor (ELU-FAD) para a longarina V15 ........... 107

Figura 61 - Envoltória de esforço cortante (ELU-FAD) para a longarina V15 .......... 110

Figura 62 - Seções para verificação das longarinas de extremidade ........................ 111

Figura 63 - Disposição de armadura positiva nas longarinas de extremidade ........... 111

Figura 64 - Geometria da seção da longarina V1 .................................................. 112

Figura 65 - Envoltória de momento fletor (ELU) para a longarina V1 ..................... 113

Figura 66 - Envoltória de esforço cortante (ELU) para a longarina V1 .................... 115

Figura 67 - Envoltória de momento fletor (ELU-FAD) para a longarina V1 ............ 116

Figura 68 - Envoltória de esforço cortante (ELU-FAD) para a longarina V1 ............ 119

Figura 69 - Regiões com resistência insuficiente para momento positivo (ELU) para a

longarina V15 ................................................................................................... 126

Figura 70 - Representação de monocordoalha engraxada ....................................... 126

Figura 71 - Sistema de ancoragem para barras DYWIDAG ................................... 127

Figura 72 - Perda por atrito e ancoragem para a monocordoalha engraxada ............. 128

Figura 73 - Representação da seção do bloco de ancoragem .................................. 129

Figura 74 - Equilíbrio da seção com protensão para momento fletor positivo ........... 132

Figura 75 - Regiões com resistência insuficiente para momento positivo (ELU) para a

longarina V1 .................................................................................................... 136

Figura 76 - Elevação do bloco de ancoragem ....................................................... 140

Figura 77 - Armação para fretagem para monocordoalhas engraxadas .................... 144

LISTA DE TABELAS

Tabela 1 - Parâmetros para as curvas S-N (Woeller) para os aços dentro do concreto. 38

Tabela 2 - Propriedades geométricas das seções dos elementos ................................ 53

Tabela 3 - Propriedades dos materiais do modelo ................................................... 54

Tabela 4 - Resumo de verificações para as transversinas de vão ............................. 120

Tabela 5 - Resumo de verificações para as transversinas dos apoios 1 e 6 ............... 121



Tabela 8 - Resumo de verificações para as longarinas intermediárias ...................... 122

Tabela 9 - Resumo de verificações para as longarinas centrais ............................... 123

Tabela 10 - Resumo de verificações para as longarinas de extremidade .................. 124

Tabela 11 - Resumo de verificação para momento positivo (ELU) nas longarinas

centrais após reforço ......................................................................................... 135

Tabela 12 - Resumo de verificação para momento positivo (ELU) nas longarinas de

extremidade após reforço ................................................................................... 139

SUMÁRIO

Capítulo 1. Introdução ...................................................................................................... 1

1.1. Considerações Iniciais ....................................................................................... 1

1.2. Justificativa ........................................................................................................ 3

1.3. Objetivos ............................................................................................................ 3

Capítulo 2. Patologias em pontes e viadutos .................................................................... 5

2.1. Causas físicas de patologias em pontes de concreto armado ............................. 7

2.2. Causas químicas de patologias em pontes de concreto armado ......................... 8

Capítulo 3. Métodos de reforço ...................................................................................... 14

3.1. Níveis de Intervenção ...................................................................................... 14

3.2. Opções de reforço ............................................................................................ 15

3.2.1. Reforço por meio de aumento da seção transversal ................................. 16

3.2.2. Reforço por meio de chapa metálica ........................................................ 18

3.2.3. Reforço por meio de fibras sintéticas ....................................................... 21

3.2.4. Reforço por meio de protensão externa .................................................... 24

Capítulo 4. Métodos de Cálculo ..................................................................................... 27

4.1. Roteiro de Cálculo – Reforço estrutural .......................................................... 27

4.1.1. Verificação ao Momento Fletor ................................................................ 28

4.1.2. Verificação à Força Cortante .................................................................... 32

4.1.3. Verificação Quanto ao Estado Limite Último de Fadiga ......................... 36

4.1.4. Verificação quanto ao estado limite de serviço (ELS) ................................. 38

4.2. Perdas de protensão do reforço ........................................................................ 40

4.2.1. Perdas imediatas de protensão .................................................................. 40

4.2.2. Perdas progressivas de protensão ............................................................. 42

4.3. Metodologia ..................................................................................................... 43

Capítulo 5. Informações sobre o viaduto avaliado ......................................................... 44

5.1. Dados sobre o viaduto ...................................................................................... 44

5.2. Patologias apresentadas na superestrutura ....................................................... 45

Capítulo 6. Avaliação do viaduto ................................................................................... 52

6.1. Modelo adotado ............................................................................................... 52

6.2. Cargas atuantes ................................................................................................ 56

6.2.1. Cargas permanentes .................................................................................. 56

6.2.2. Cargas variáveis ........................................................................................ 56

6.3. Verificação das transversinas de vão ............................................................... 58

6.3.1. Verificação ao momento fletor (ELU) ..................................................... 58

6.3.2. Verificação de esforço cortante (ELU) ..................................................... 62

6.3.3. Verificação de momento fletor (ELU-FAD) ............................................ 64

6.3.4. Verificação de esforço cortante (ELU-FAD) ........................................... 67

6.4. Verificação das transversinas dos apoios 1 e 6 ................................................ 68















6.7. Verificação das longarinas intermediárias ....................................................... 92




6.7.4. Verificação de esforço cortante (ELU-FAD) ......................................... 100

6.8. Verificação das longarinas centrais ............................................................... 102

6.8.1. Verificação ao momento fletor (ELU) ................................................... 103

6.8.2. Verificação de esforço cortante (ELU) ................................................... 105

6.8.3. Verificação de momento fletor (ELU-FAD) .......................................... 106


6.9. Verificação das longarinas de extremidade ................................................... 111

6.9.1. Verificação ao momento fletor (ELU) ................................................... 112

6.9.2. Verificação de esforço cortante (ELU) ................................................... 114

6.9.3. Verificação de momento fletor (ELU-FAD) .......................................... 115


6.10. Resumo das verificações ............................................................................ 120

Capítulo 7. Reforço estrutural proposto ....................................................................... 125

7.1. Proposta de reforço ........................................................................................ 125

7.2. Reforço por protensão das longarinas centrais .............................................. 125

7.3. Reforço por protensão das longarinas de extremidade .................................. 136

7.4. Dimensionamento do bloco de ancoragem .................................................... 140

7.4.1. Ancoragem para as longarinas centrais .................................................. 140

7.4.2. Ancoragem para as longarinas de extremidade ...................................... 142

7.5. Armadura de fretagem ................................................................................... 144

Capítulo 8. Conclusão .................................................................................................. 145

Referências Bibliográficas ............................................................................................ 147

Apêndice – Desenhos do Projeto de Reforço ............................................................... 152

1

CAPÍTULO 1. INTRODUÇÃO

1.1. CONSIDERAÇÕES INICIAIS

Nas últimas décadas com o crescimento do país, tanto econômico quanto

populacional, e ao aumento das demandas de mercado houve incremento na quantidade

e intensidade do tráfego nas estradas brasileiras. Além disso houve aumento do limite

de carga para veículos de transporte de carga, conforme observado nas mudanças da

Legislação de Pesos e Dimensões, que teve seu início em 1960. Devido a essas

alterações da frota e de legislações foi necessário que as normas técnicas referentes a

estruturas também fossem alteradas para se adequar as novas tendências nas estradas.

Com as técnicas e tecnologias disponíveis atualmente as estruturas contam com

materiais com produção e fabricação com maior controle, possibilitando a construção de

estruturas mais resistentes e esbeltas do que aquelas construídas no passado. Devido a

menor resistência com que as pontes e viadutos contavam na época, aliada com o passar

do tempo, intempéries e sem devida manutenção, o surgimento de patologias é

inevitável. Com a presença destas patologias as estruturas contam com menor

capacidade portante, assim como menor tempo de vida útil que, associadas as mudanças

de carga, podem levar à ruína da estrutura.

Um caso recente que recebeu destaque da mídia nacional foi o viaduto na

Marginal Pinheiros na cidade de São Paulo/SP que cedeu na madrugada de 15 de

Novembro de 2018. O Ministério Público acionou o Instituto de Pesquisas Tecnológicas

(IPT) para inspecionar o viaduto após o incidente. Segundo o IPT1 foram encontrados

pilares de sustentação fissurados, vigas com armação expostas, drenagem precária e

vários pontos de infiltração ao longo da estrutura. Foi apontado também no laudo que as

placas que deveriam amortecer o impacto do tráfego estavam desgastadas, o que

dificulta a movimentação da estrutura. Por fim, os técnicos concluem que as anomalias

que foram constatadas na inspeção são resultado de carência de manutenção periódica.

1 https://esaj.tjsp.jus.br/pastadigital/pg/abrirConferenciaDocumento.do

2

Segundo reportagem do portal de notícias G12, o custo estimado com as obras,

com requalificação da estrutura, foi de R$ 26,5 milhões. Ainda segundo o portal de

notícias, a Prefeitura de São Paulo havia gastado no ano de 2018, até a data do

incidente, R$ 2,4 milhões para a manutenção e recuperação de pontes e viadutos na

capital paulista, porém previa-se inicialmente R$ 44,7 milhões no Orçamento do ano

para este fim.

Conforme explicita Mendes (2009), através do cadastro do Departamento

Nacional de Infraestrutura de Transportes (DNIT) de pontes da malha rodoviária federal

(não concessionadas e geridas pelo DNIT), cerca de 90% das pontes foram projetadas

para o trem tipo de 240 kN ou de 360 kN. Ainda segundo o autor, cerca de 70% das

pontes possuem idade superior a 30 anos.

O Sistema de Gerenciamento de Pontes (SGO) permite cadastrar as

características das pontes e os resultados das inspeções realizadas. O sistema conta com

avaliação das pontes conforme as suas condições de estabilidade no níveis:

1- Precária: Pontes com presença de danos que provocam insuficiência estrutural

com risco de colapso;

2- Sofrível: Pontes com presença de danos que provocam insuficiência estrutural

sem risco de colapso;

3 a 5- Boas: Pontes para quais não há danos ou há danos que não geram

insuficiência estrutural.

Segundo o SGO, conforme mostrado por Mendes (2009), cerca de 12% das

pontes avaliadas se encontram na categoria 1 e 2, ou seja, em condições precárias ou

sofríveis. A maioria dessas pontes possui idade superior a 30 anos.

Uma alternativa para adequar a pontes e viadutos que se encontram nestas

situações inadequadas seria a demolição e posterior reconstrução destas obras, porém

possuem custo elevado. Com o avanço dos métodos de reforço estrutural, tanto em

capacidade estrutural quanto em custo, este passou a ser uma alternativa procurada, pois

na maioria dos casos, um reforço simples da estrutura existente já propicia um aumento

da capacidade portante suficiente para atender os requisitos normativos.

2

https://g1.globo.com/sp/sao-paulo/noticia/2018/11/16/prefeitura-de-sp-gastou-537-do-orcamento-previsto-para-manutencao-de-viadutos-em-2018.ghtml

3

1.2. JUSTIFICATIVA

Um projeto de reforço pode ser realizado de várias maneiras e várias dúvidas

podem surgir ao decorrer projeto, como cargas a serem abordadas, parcela resistente da

estrutura original a ser considerada e viabilidade do método de reforço.

Nas últimas décadas os métodos de reforço por polímero reforçado com fibra e

por protensão externa receberam grande destaque. Várias obras receberam reforço

através desses métodos, sendo um exemplo o viaduto do km 206 + 600 m da SP-310,

cujo reforço foi realizado através de polímero reforçado com fibra.

Este trabalho trata da possibilidade do reforço desse viaduto ter sido realizado

com protensão externa, portanto adotando todos os requisitos de projeto e cálculo para

um reforço de protensão externa. Busca-se verificar se a adoção de reforço por

protensão poderia ter sido uma opção viável tecnicamente para o viaduto.

1.3. OBJETIVOS

O presente trabalho busca avaliar a viabilidade técnica de uma solução de

reforço ativo em protensão externa na superestrutura do viaduto do km 206 + 600 m da

SP-310 (Washington Luis), apresentado na Figura 1.

Para que seja possível avaliar essa viabilidade é necessário estabelecer metas

mais específicas. Dessa forma, pretende-se com este trabalho:

Reunir informações e diretrizes a partir de bibliografia existente a respeito das

principais patologias que atingem as superestruturas de pontes, assim como dos

principais métodos de reforço, com foco na protensão externa;

Avaliar o viaduto estudado quanto aos motivos que levaram a necessidade do

reforço;

Determinar as cargas que devem ser consideradas sobre a superestrutura;

Determinar a envoltória de esforços que atua sobre a superestrutura;

Avaliar as considerações de cálculo a serem feitas e realizar o dimensionamento

do reforço por protensão externa;

Avaliar a viabilidade técnica do projeto de reforço por protensão externa

determinado.

4

Figura 1 - Vista do viaduto do km 206 + 600 m da SP-310

Fonte: Google Maps, imagem de dezembro de 2017.

5

CAPÍTULO 2. PATOLOGIAS EM PONTES E

VIADUTOS

As causas que provocam a deterioração de pontes e viadutos são variadas. Uma

classificação destas causas adotada no Manual de recuperação de pontes e viadutos

rodoviários do DNIT, proposta originalmente em 1991 pelo RILEM, Réunion

International des Laboratoires d’Essais et des Recherches sur les Materiaux et les

Constructions, aponta que há cinco grandes grupos de causas:

Fatores intrínsecos;

Fatores resultantes do tráfego rodoviário;

Fatores ambientais;

Fatores resultantes do tipo e intensidade da manutenção;

Fatores correlacionados à atividade humana.

a) Fatores intrínsecos

Os fatores intrínsecos são aqueles ligados intrinsicamente à estrutura, ou seja, a

estrutura pode conter fatores que contribuam mais suscetivelmente a danos ou a

degradação desta.

Exemplifica-se como os principais fatores intrínsecos a qualidade e a idade do

concreto. No caso da qualidade do concreto pode-se afirmar que características

primárias tais como a quantidade e qualidade do cimento, tamanho e propriedades de

agregados, aditivos, adições, além da relação água/cimento possuem grande influência

na qualidade do mesmo. Ressalta-se que outras características como resistência,

porosidade, permeabilidade, densidade, compacidade e baixa fissuração são

indispensáveis na avaliação de durabilidade da estrutura.

b) Fatores resultantes do tráfego rodoviário

Os fatores resultantes do tráfego rodoviário são provenientes da utilização da

estrutura, portanto de natureza externa. Nas últimas décadas observou-se um crescente

aumento nas cargas rodoviárias e das velocidades com que os veículos transitam, bem

6

como a diminuição entre eixos destes, portanto muitas pontes sofrem danos com esta

mudança, decorrentes principalmente pelo aumento dos efeitos dinâmicos.

É possível observar facilmente esta mudança da frota de veículos através das

mudanças nas normas de pontes e viadutos. Na norma NB-6/60 de 1960 o veículo tipo

máximo possuía peso total de 36 tf, conforme apontado por Luchi (2006). Já para a

norma NBR 7188:2013, atualmente em vigor, o veículo tipo padrão é de 450 kN ou 45

tf,.

c) Fatores ambientais

Os fatores ambientais podem ser de natureza climática ou atmosférica. No

primeiro caso se manifestam como variações de temperatura, sazonais ou diárias,

tempestades e pressão do vento e são independentes da atividade humana. Para o

segundo caso destaca-se a poluição atmosférica, chuva ácida e águas contaminadas por

produtos químicos nocivos são decorrentes da atividade humana e degradam tanto as

superestruturas como as infraestruturas.

d) Fatores resultantes do tipo e intensidade da manutenção

A manutenção, preventiva ou corretiva, através da limpeza, proteção

anticorrosiva e de medidas corriqueiras de conservação, é um importante fator na

durabilidade da estrutura. No caso da manutenção de rotina inadequada ou insuficiente

há a propagação da degradação da estrutura, mesmo que esta tenha sido bem construída

com materiais e equipamentos adequados.

e) Fatores correlacionados à atividade humana

Podem-se subdividir os fatores citados em dois outros grupos, no caso de haver

ou não a intervenção humana, como fatores objetivos ou subjetivos. A idade das

estruturas é um fator objetivo e intrínseco, por exemplo, assim como o fogo é um fator

ambiental e subjetivo.

7

2.1. CAUSAS FÍSICAS DE PATOLOGIAS EM PONTES DE

CONCRETO ARMADO

a) Trincas e fissuras do concreto no estado fresco

As principais causas de trincas e fissuras no concreto durante o estado fresco

são:

Assentamento plástico do concreto (Causado por exsudação excessiva);

Retração plástica do concreto (Causada por evaporação rápida e cura

inadequada);

Retração térmica inicial (Causada por insuficiência de armadura ou por

inadequada armação nas juntas de construção).

b) Trincas e fissuras do concreto endurecido

As principais causas de trincas e fissuras no concreto após seu endurecimento

são:

Retração pós-secagem (Causada por encurtamento normal do concreto, com

perda de umidade);

Corrosão de armaduras (Causada por aumento do volume das armaduras

proveniente da corrosão da mesma).

Reações expansivas dos elementos componentes do concreto.

c) Fissuras do concreto na fase de utilização da estrutura

As principais causas de fissuras no concreto na fase de utilização são:

Variações de temperatura e retração residual (Causada por restrições ou

impedimentos à livre movimentação da estrutura, decorrentes de aparelhos de

apoio comprometidos ou bloqueados).

d) Fissuras do concreto causadas pelo tráfego de cargas móveis

Esse tipo de fissuras surge a partir de cargas móveis não previstas ou que se

alteram ao longo do tempo, além do dimensionamento insuficiente.

8

2.2. CAUSAS QUÍMICAS DE PATOLOGIAS EM PONTES DE

CONCRETO ARMADO

As patologias no concreto podem ser causadas também por componentes

químicos. As principais causas de patologias químicas em concreto são listadas a seguir:

a) Ataques de sulfatos

As fissuras decorrentes do ataque de sulfatos são resultado de reações químicas

expansivas destes com o concreto. Os sulfatos se encontram no solo, na água do mar ou

em elementos que estejam contaminados e que se encontram no concreto ou no cimento

que adentraram em concretos úmidos e permeáveis.

As soluções de sulfato podem reagir com o aluminato tricálcico do cimento

hidratado ou com a alumina do agregado, o que pode levar a expansões, fissuração,

desprendimento do concreto, amolecimento e desintegração, conforme apresentado na

Figura 2.

Figura 2 - Pilar degradado pela ação de íons de sulfato

Fonte: Mazer et al, 2014.

9

O ataque de sulfatos ocorre principalmente em estruturas que permaneçam em

temperaturas não maiores do que 30°C durante grande parte de sua vida útil.

b) Ação de íons cloreto

Uma característica do concreto é apresentar uma camada passiva que envolve as

armaduras, garantindo proteção contra corrosão para as mesmas. No caso do cobrimento

da armadura ser insuficiente ou se a permeabilidade do concreto for considerável, essa

camada protetora existente pode ser rompida caso a quantidade de íons cloreto seja

acima do limite crítico.

No caso de haver o rompimento desta camada a armadura pode sofrer o efeito da

corrosão, fenômeno eletroquímico, que causa a expansão da armadura. A expansão é

decorrente da corrosão, que produz óxido de ferro e hidróxido de ferro, que possuem

volume superior à armadura original. Como consequência do aumento de volume da

armadura há o aumento das tensões radiais ao redor desta, o que ocasiona no

aparecimento de trincas radiais no concreto. As trincas podem se propagar ao longo da

armadura e, no caso de haver um conjunto de barras paralelas, ocasionar a delaminação

do concreto da estrutura, conforme apresentado na Figura 3.

Figura 3 - Desprendimento do concreto e corrosão da armadura por ataque de cloretos

Fonte: http://asope.com.br.

10

Os cloretos podem ser facilmente encontrados no cloreto de sódio, abundantes

em regiões marinhas e também no cimento utilizado, nos aditivos, em agregados sem

lavagem adequada, na água utilizada no preparo ou na cura do concreto.

c) Carbonatação do concreto

A carbonatação ocorre quando o dióxido de carbono (CO2) reage com o

hidróxido de cálcio existente na pasta de cimento hidratada do concreto, ocasionando a

formação de carbonato de cálcio, o que resulta em uma diminuição na alcalinidade

deste. Com a queda do valor do pH, de 13 para próximo de 9, a proteção contra a

corrosão fornecida pelo concreto à armadura diminui. Com o passar do tempo, se não

houver nenhum tipo de reparo, a profundidade da carbonatação continuará a crescer de

maneira que as armaduras deixam de estar passivadas.

Segundo Silva (2007), o avanço da carbonatação está diretamente relacionado

com a facilidade com que o CO2 consegue se difundir na estrutura. A difusão do CO2 no

concreto acontece por meio de poros capilares interconectados, microfissuras ou por

bolhas de ar.

A umidade do ar também é fundamental para que a carbonatação ocorra. Roy et

al. (1996) explica que a carbonatação ocorre com maior intensidade em valores

medianos de umidade, entre 50% e 75 %. Já no caso de baixa umidade, abaixo de 25%,

a carbonatação pode ser considerada insignificante. Para os casos em que a umidades é

elevada, acima de 75%, a própria umidade presente nos poros restringe a difusão do

CO2 no concreto.

d) Reação álcali-agregado

A reação entre os álcalis do cimento e os minerais reativos, como certos tipos de

sílica e carbonatos, presentes no agregado resulta em um gel, que ocupa mais volume e,

portanto, causa expansão e o aparecimento de trincas, geralmente se afastando da fonte.

A reação álcali-agregado é um fenômeno de longo prazo levando vários anos

para que possa se manifestar. A Figura 4 apresenta as fissuras causadas pelo fenômeno

descrito.

11

Figura 4 - Fissuras causadas por reação álcali-agregado em edifício público.

Fonte: Couto, 2008.

Algumas características que ajudam a identificar a presença de reação álcali-

agregado são:

Presença de gel exsudando das fissuras;

Fragmentos cônicos provenientes da superfície do concreto, resultantes

da pressão interna da reação;

Descoloração do concreto, assim como umidade persistente;

Movimentação de partes fraturadas do concreto.

e) Agressividade do meio ambiente

A agressividade do meio ambiente também pode se manifestar pela poluição

atmosférica, através do dióxido de carbono e pelas chuvas ácidas, que reduzem a vida

útil da estrutura ao penetrarem em trincas e fissuras pré-existentes.

f) Eflorescência

Conforme explicado por Mehta e Monteiro (2014), quando a água da chuva ou

do vapor d’água, com pouco ou nenhum íon de cálcio, entram em contato com a pasta

de cimento ocorre a hidrólise ou a dissolução dos elementos que contêm cálcio em sua

composição. Esse processo continua até que a maior parte do hidróxido de cálcio seja

removida por lixiviação. Com a remoção do hidróxido de cálcio os componentes

12

cimentícios da pasta de cimento ficam suscetíveis à decomposição química. Como

consequência há o aparecimento de géis de sílica e alumina com baixa ou nenhuma

resistência, conforme apresentado na Figura 5.

Figura 5 - Face inferior da laje superior da ponte sobre o córrego Palmital, BR-040/MG, com

presença de eflorescência.

Fonte: Manual de recuperação de pontes e viadutos, DNIT, 2010.

Por muitas vezes o produto dessa lixiviação reage com o dióxido de carbono

presente na atmosfera e resulta em uma crosta esbranquiçada de carbonato de cálcio na

superfície, sendo conhecido como eflorescência.

g) Corrosão das armaduras

Além da corrosão em virtude de ataque de sulfatos, cloretos, carbonatação e

reação álcali-agregado, a corrosão também pode ser provocada ou facilitada por:

Corrosão sob tensão

Ações que estão sob tensão elevada são suscetíveis a corrosão acelerada, como

pode ocorrer com os cabos de aço protendidos, o que acarreta a estrutura à ruptura

frágil.

Corrosão de desgaste por atrito

Ocorre quando há contato e atrito entre duas peças metálicas sujeitas à vibração,

situação comum em pontes com trechos móveis.

13

Corrosão por corrente elétrica errante

Este mecanismo de corrosão, conhecido também como eletrólise, acontece ao

haver uma corrente elétrica de uma fonte externa que alcança um elemento estrutural

enterrado, por exemplo. Apesar de ser uma corrosão localizada, age de maneira mais

rápida do que os outros tipos de corrosão.

14

CAPÍTULO 3. MÉTODOS DE REFORÇO

Os objetivos da intervenção sobre a obras podem ser variados, tais como reparar

problemas de projeto, recuperação estrutural da capacidade portante decorrentes de

patologias, atualização de trem-tipo, aumento de capacidade de certos elementos,

ampliação das dimensões da obra, dentre outros.

3.1. NÍVEIS DE INTERVENÇÃO

Com base no pré-diagnóstico da estrutura deve-se determinar a solução mais

adequado quanto à situação em que se encontra a estrutura. A partir das patologias

manifestadas e danos observados no pré-diagnóstico, conforme Tejedor (2013), pode-se

resumir os níveis de intervenção em:

a) Atuações de urgência

Devido a danos graves de alto risco para a estrutura ou para algum elemento

estrutural é necessário uma atuação rápida. Normalmente esse tipo de atuação é

provisório e busca manter o serviço desempenhado pela obra e/ou evitar riscos aos

usuários até que seja realizado o diagnóstico da situação, redija-se o projeto e execute-se

a atuação definitiva.

b) Atuações de prevenção e/ou proteção

Esse tipo tem o objetivo de fornecer proteção aos elementos estruturais a fim de

evitar ou reduzir a propagação de seu processo de degradação, fornecer proteção contra

a ação do fogo, corrosão, desgaste superficial ou ambiente agressivo, dentre outras

situações. Com esse objetivo pode–se propor limitação de carga de uso, controle

periódico nos pontos críticos ou proteção diretamente no elemento estrutural.

15

c) Atuações de reparação ou reabilitação

No caso da degradação comprometer o elemento estrutural, é necessário reparar

a região afetada a fim de recuperar suas condições iniciais. Essa atuação pode variar

significativamente em complexidade e importância, tanto em função das características

do elemento, da sua localização e em sua condição de degradação. Recomenda-se um

diagnóstico preciso para determinar a extensão de trabalhos de reparação ou reabilitação

em regiões degradadas.

d) Atuações de reforço

Se houver erros no projeto ou se a obra estiver diante de novas solicitações que

superem a capacidade portante para qual fora projetada inicialmente, deve-se realizar o

reforço dos elementos estruturais. O reforço ocorre pela incorporação de sistemas que

buscam corrigir ou aumentar a capacidade do elemento estrutural.

e) Atuações de substituição

No caso de haver incapacidade estrutural do elemento, opta-se pela substituição

deste, já que o reforço dificilmente será aplicável. Esta substituição pode ser feita ao se

eliminar o elemento e substituí-lo por outro novo ou anular sua função mecânica ao

introduzir um novo elemento resistente.

3.2. OPÇÕES DE REFORÇO

Como qualquer outro problema de engenharia, o reforço de uma estrutura pode

apresentar mais de uma solução. As considerações a serem levadas em conta em um

projeto de reforço estão relacionadas ao custo de aplicação, desempenho do reforço,

durabilidade do reforço, facilidade e rapidez na instalação. Entre as opções de reforço

estrutural mais empregadas em vigas de concreto armado, conforme Almeida (2001),

destaca-se:

16

Reforço por meio de aumento da seção transversal;

Reforço por meio de chapas e perfis metálicos;

Reforço por meio de mantas de fibras sintéticas;

Reforço por meio de protensão externa.

3.2.1. REFORÇO POR MEIO DE AUMENTO DA SEÇÃO

TRANSVERSAL

Em serviços de recuperação ou reforço de estruturas é frequente a necessidade

de aumentar o número de barras existentes, ou para adequar e ampliar a capacidade

resistente do elemento, ou para complementar a área de armadura no caso de corrosão,

conforme mostrado na Figura 6.

No caso de adição de novas barras de aço para reforçar a estrutura o nível de

detalhamento requerido é bem elevado. Isso se dá pelo fato de que se não houver uma

cuidadosa verificação da melhor maneira de arranjá-las, é possível que haja a introdução

de complicações no trabalho de recuperação que possam reduzir a durabilidade da

estrutura. Deve-se lembrar de que independentemente do material de reposição

(argamassas, concreto convencional ou projetado), as armaduras sempre serão

obstáculos para a concretagem.

Por isso é necessário e indispensável que o detalhamento tenha boa

representação gráfica, sempre incluindo o cobrimento das armaduras, o espaçamento

entre as barras, o sistema de ancoragem e emendas e ângulos de dobramento e

curvatura.

17

Figura 6 - Reforço por acréscimo de barras de armadura

Fonte: Souza e Ripper, 1998.

No caso de ser constatada redução maior do que 15% da área das barras corroída

é necessário a adição de uma nova barra, conforme explicado por Souza e Ripper

(1998), podendo ser desconsiderado em casos mais sérios.

Nos casos das emendas entre uma barra de reforço e a existente possui uma

importância ainda maior do que nos casos de uma construção nova. No caso do reforço

é necessário contemplar a necessidade de ocupar o menor comprimento possível, para

que não seja necessário remoção adicional de concreto, e o mínimo de espaço

transversal, a fim de diminuir a obstrução para o material de reposição, conforme Souza

e Ripper (1998).

O comprimento de ancoragem necessário pode ser significativamente reduzido

no caso de se utilizar resina epoxídica ou graute para a transferência de esforços aço-

concreto, sendo a amarração em função do concreto intacto. Experiências demonstram

que no caso da resina o comprimento de ancoragem pode ser reduzido, em média, para

0,4 lb e para 0,7 lb no caso de preenchimento com graute.

A aplicação de reforço por concreto armado em pontes e viadutos apresenta

vantagens e desvantagens, conforme indicado por Zucchi (2015). Essas características

do método são listadas a seguir:

18

Vantagens:

Materiais de uso comum e de fácil acesso;

Técnica corriqueira nos canteiros de obra.

Desvantagens:

Interferência arquitetônica/aumento de sessão;

Cuidado com a aderência das camadas;

Suspensão do uso da estrutura para execução do reforço e para ganho de

resistência;

Sujeira e nível elevado de ruído.

3.2.2. REFORÇO POR MEIO DE CHAPA METÁLICA

Uma maneira de reforçar a capacidade resistente de maneira eficiente e de rápida

execução é através de chapas ou perfis metálicos. Esse método é recomendado

principalmente para situações que necessitam de emergência ou que não permitem

grandes alterações na geometria da estrutura. O reforço é realizado através da colagem

ou chumbamento de chapas ou por chumbamento de perfis metálicos, em ambos os

casos com ajuda de resinas injetadas, conforme descrito por Souza e Ripper (1998). Em

termos de concepção, se trata de uma técnica simples, porém é exigente quanto ao

processo executivo e à necessidade de um minucioso procedimento de cálculo.

A respeito de superfície de concreto que receberá o reforço, é necessário garantir

a rugosidade deste já que uma maior rugosidade garante um maior aumento da

aderência química entre as partes. Entretanto, a superfície não pode ser demasiadamente

rugosa, pois torna difícil a aplicação da resina, o que pode levar a descontinuidades na

película de cola. Uma superfície praticamente lisa também não é adequada, como

explica Souza e Ripper (1998), pois pode acarretar em dificuldades em termos de

compatibilidade com a estrutura da superfície de aço. É recomendada a utilização de

jatos de areia para garantir uma superfície de uniforme rugosidade, entretanto caso não

seja possível a utilização de tal meio é possível o uso de forma contínuo e cuidadoso de

percussão provocada por martelo de agulhas. Em seguida deve-se limpar a superfície

com jatos de água sob pressão e secar a superfície com jatos de ar comprimido. No caso

de haver fissuras na superfície de aplicação de reforço, estas deverão ser seladas de

maneira adequada antes da execução do reforço.

19

No caso de colagem de chapas metálicas, a superfície destas devem ser objeto de

cuidadoso tratamento a fim de garantir máxima capacidade aderente. As superfícies à

colar devem ser protegidas com filme autocolante apropriado, a fim de evitar qualquer

inconveniente, só sendo retirado imediatamente antes da aplicação da chapa. Já as

superfícies que não serão coladas devem receber tratamento em pintura anticorrosiva.

Quanto às resinas a serem utilizadas, estas devem ser de alta capacidade de aderência e

de resistência mecânica, como resinas de poliésteres e, principalmente, de resinas

epoxídicas, conforme descrito por Souza e Ripper (1998).

Após a aplicação da resina, e com a chapa em condições de ser colada, deve-se

tomar cuidado com o posicionamento correto de cada peça. Após a fixação deve-se

manter as placas submetidas a uma ligeira pressão até que haja o endurecimento

completo da resina por no mínimo 24 horas, a depender da cola e das condições do

ambiente.

Ainda segundo Souza e Ripper (1998), é comum a introdução de um pino

(chumbador) na extremidade da chapa a fim de garantir contribuição mecânica à

transferência de esforços, visto que as superfícies providenciam apenas aderência

química. Quanto as eventuais juntas entre as peças de chapas metálicas, estas devem ser

soldadas de topo e receber aplicação de escova de aço e o mesmo tratamento primário,

aliado a tinta anticorrosiva.

Figura 7 - Reforço por adição de chapas metálicas

Fonte: Souza e Ripper, 1998.

20

Para o caso de se reforçar a estrutura por meio de perfis metálicos, a preparação

de superfície segue da mesma maneira a realizada para chapas metálicas. A diferença

entre os métodos está no sistema que, nesse caso, conta com presença de chumbadores,

geralmente através de buchas expansivas, com posterior injeção de resina para

preenchimento de vazios após o aperto dos chumbadores.

Após o posicionamento e fixação do perfil deve-se realizar a vedação ao redor

de todo o perímetro do reforço, garantindo pontos por onde será feita a injeção da

resina, aproximadamente a cada 20 cm, e também ao redor dos chumbadores.

Conforme Souza e Ripper (1998), vários ensaios já foram realizados e

comprovam que os elementos reforçados por este método se comportam, no estado

limite último, como peças de concreto armado tradicionais e com armadura total igual a

soma da armadura no interior da peça e do reforço. Já para o comportamento em

serviço, este apresenta melhor comportamento do que aquele de estruturas tradicionais.

A aplicação de chapas e perfis metálicos como reforço de pontes e viadutos

apresenta vantagens e desvantagens, conforme indicado por Souza e Ripper (1998).

Essas características do método são listadas a seguir:

Vantagens:

Permite uma melhoria significativa da capacidade resistente;

Manutenção da seção geométrica do elemento original;

Intervenções sem interrupção do uso da estrutura;

Rapidez de execução;

Evita demolição;

Controle do fendilhamento;

Reposição do monolitismo do elemento por meio da eliminação de fendas por

injeção de resina;

Ausência de ruído excessivo ou pó.

Desvantagens:

Sensibilidade aos agentes atmosféricos com possibilidade de corrosão das

chapas, por umidade ou sais, ou deterioração da cola, por efeito da temperatura;

Possibilidade de descolamento da extremidade da chapa.

21

3.2.3. REFORÇO POR MEIO DE FIBRAS SINTÉTICAS

Compósitos são formados a partir da combinação de dois ou mais materiais. As

formas de componentes mais utilizadas são as fibras, partículas, lâminas, flocos, fillers e

matrizes. A matriz atua como o corpo do compósito e serve para unir os macro-

componentes e dar forma ao compósito. Já as fibras, partículas, lâminas, flocos e fillers

são componentes estruturais do sistema e determinam a estrutura interna do compósito.

Com o avanço na ciência dos compósitos nas últimas décadas foi possível a

produção de plásticos com propriedades que possibilitam seu uso em uma grande gama

de aplicações especiais em diversas áreas.

Antes do século XX os materiais compósitos plásticos utilizados eram baseados

em produtos naturalmente resinosos como piche, albumina e caseína. Em 1847

Berzelius produziu as primeiras resinas laminares sintéticas, precursoras das resinas

fenólicas introduzidas posteriormente. Durante várias décadas pequenas quantidades de

papel e tecido eram impregnadas com resina fenólica e formavam lâminas. Foi somente

com a produção de poliéster insaturado reforçado com fibra de vidro que a era dos

compósitos plásticos teve início, conforme explicitado por Beber (2003).

Os polímeros reforçados com fibras têm sido utilizados com grande êxito em

diversas indústrias, como a aeroespacial, automotiva, naval e de armamentos desde a

década de 1940, conforme Beber (2003). Algumas de suas principais virtudes são a alta

resistência, baixo peso próprio, elevada durabilidade e facilidade de assumir formas

complexas.

O principal motivo de se reforçar polímeros com fibras, segundo Taylor (1994),

é aumentar a sua rigidez, sua resistência à tração, à compressão e ao impacto, assim

como aumentar sua resistência à fadiga. As principais fibras disponíveis

comercialmente para realizar o reforço são a fibra de vidro, a aramida e o carbono.

Ainda sobre as características dos polímeros reforçados com fibras, estes são

capazes de suportar tensões mais elevadas do que cada elemento individual, já que há

uma redistribuição das tensões entre as fibras e a matriz. A distribuição de tensões

depende da estrutura do compósito, da natureza e da eficiência da aderência. Além

disso, a interface entre a fibras e a matriz está sob um estado de tensões de cisalhamento

quando o compósito está sob a ação de cargas, conforme o ACI (1996).

22

O ACI (1996) também aponta que os polímeros reforçados com fibras

apresentam propriedades de amortecimento interno, o que possibilita uma melhor

absorção de energia dinâmica, possibilitando a redução da transmissão da energia para

as estruturas adjacentes. Essa característica é extremamente vantajosa para estruturas

com cargas dinâmicas, como é caso de pontes e viadutos, sujeitos à ação de carga

móveis.

Um aspecto que também tem grande influência nas propriedades dos compósitos

é proporção entre matriz e fibras, além da própria orientação das fibras. É possível

orientar as fibras a fim de melhorar a resistência e a rigidez em uma direção desejada.

Os polímeros reforçados com fibras de carbono ou carbon fiber reinforced

polymers (CFRP) possuem grande destaque para o reforço estrutural de elementos de

concreto armado devido ao alto desempenho mecânico de suas fibras, o que permite

uma grande redução nas dimensões dos elementos empregados para este fim. A Figura

8 apresenta uma situação em que tipo de reforço foi aplicado.

Atualmente os compósitos de CFRP com fins de reforço estrutural são

comercializados sob a forma de sistemas de reforço. Portanto, possuem além dos

materiais, toda a pesquisa e desenvolvimento utilizados no produto, assim como suporte

técnico, manuais e treinamento, conforme apontado por Beber (2003).

Figura 8 - Vista inferior do tabuleiro do viaduto do km 206 + 600 m da SP-310

Fonte: Relatório técnico, Laboratório de Estruturas, Escola de Engenharia de São Carlos,

Fevereiro de 2006.

O reforço por CFRP pode se dar através de dois modos, sendo estes os sistemas

pré-fabricados e os sistemas curados in situ. O primeiro caso é formado por sistemas

laminados semirrígido de CFRP do tipo unidirecional, resultado da impregnação de um

conjunto de feixes ou camadas contínuas de fibras por meio de uma resina termorrígida,

com controle de espessura e largura do compósito, conforme explicado por Beber

23

(2003). Para o segundo caso trata-se de um sistema de fibras contínuas em forma de

fios, mantas ou tecidos, em estado seco ou pré-impregnado, que são aplicados sobre um

adesivo epóxi espalhado previamente sobre a superfície de concreto a ser reforçada.

Para os sistemas pré-fabricados, o agente adesivo é um material distinto do

CFRP. Já no caso de sistemas curados in situ, o agente adesivo, denominado resina de

saturação, é a própria resina que impregna as fibras e desempenha o papel de matriz do

compósito.

Mesmo não sendo considerados como adesivos, deve-se destacar a imprimação

do substrato através do primer e a regularização da superfície através do putty, os quais

têm a capacidade de complementar e potencializar a eficiência destes adesivos. O

primeiro possui a característica de adentrar na superfície do concreto por capilaridade a

fim de melhorar a propriedade adesiva da superfície. Já o segundo elimina pequenas

irregularidades na superfície, evitando que haja o aprisionamento do ar e garantir uma

superfície uniforme, conforme Beber (2003).

A aplicação de polímeros reforçados com fibras, em especial fibra de carbono,

como reforço de pontes e viadutos apresenta vantagens e desvantagens, conforme

indicado por Beber (2003). Essas características do método são listadas a seguir:

Vantagens:

A resistência do compósito de fibra de carbono depende da proporção de fibra e

resina. No caso de aplicação em reforço estrutural utilizam-se compósitos com

valores de resistência da ordem de três a cinco vezes maiores que a resistência

do aço;

Possui grande resistência a fadiga, porém a solicitação deve ser paralela à

direção das fibras;

Apresenta densidade da ordem de 1,5 g/cm³, valor que representa cerca de 20%

da densidade do aço;

Apresenta baixa deterioração devido a ação de agentes agressivos, químicos,

físicos ou biológicos, além de possuírem maior resistência a ação do fogo em

relação ao aço;

Tempo de instalação curto, o que resulta em curto período de interrupção do

tráfego;

24

Desvantagens:

Deve-se atentar a ação da radiação ultravioleta sobre o compósito de fibra de

carbono;

Uma superfície irregular pode levar à possibilidade de ocorrer modos de ruptura

frágeis;

Custo elevado dos materiais compósitos.

3.2.4. REFORÇO POR MEIO DE PROTENSÃO EXTERNA

A utilização da técnica de protensão no concreto remete a data de 1928, cuja

primeira patente pertence a Eugène Freyssinet, mesmo que antes já houvessem sido

realizados testes razoavelmente significativos por Johnson (1886) e Doehring (1888),

conforme indicado por Souza e Ripper (1998). Um dos principais desafios no princípio

era a permanência da protensão no aço, visto que na época a indústria e os materiais

eram inferiores aos encontrados atualmente.

Já a utilização da protensão exterior teve início na década de 1950 em países

como Bélgica, Alemanha, França e também no Brasil, introduzida no país por Walter

Pfeil. Entretanto, nessa época, a protensão exterior não trouxe resultados expressivos de

imediato, principalmente por problemas de corrosão nos cabos sob tensão, sensíveis a

ataques químicos.

No final da década de 1960 e durante a década de 1970 muitas pontes

construídas em concreto protendido, com cabos embutidos no concreto, apresentavam

problemas tais como deformações excessivas e fissuração transversal, causados pelo

próprio desconhecimento do comportamento do material ao longo do tempo, como

fluência, relaxação, retração e variação de temperatura. Dessa forma foi necessário

realizar a recuperação dessas obras, sendo utilizado a protensão exterior, o que resultou

em um aprofundamento da técnica e sua correlação com a durabilidade, conforme

Souza e Ripper (1998). Como resultado as maiores obras da década de 1980, em termos

de vãos a serem transpostos, foram realizados com a utilização de protensão exterior.

Para a protensão externa um aspecto muito relevante é a garantia da eficiência da

ancoragem, de acordo com Souza e Ripper (1998). Diferente dos cabos aderentes ao

concreto, no caso de falha na ancoragem o cabo se ressentirá por todo seu comprimento

e deixará de ser eficiente como elemento resistente, conforme mostrado na Figura 9.

25

Figura 9 - Dispositivos metálicos utilizados para a ancoragem das cordoalhas nas extremidades

da viga

Fonte: Vitório, 2013.

Segundo Pinheiro (2018) no caso de se utilizar cordoalhas, estas podem estar

dispostas rente à superfície do elemento ou unidas dentro de um duto. Se os cabos

estiverem rentes à superfície e em menor quantidade é comum a utilização de

ancoragem e desviadores metálicos, fixados à estrutura normalmente por meio de barras

retas protendidas de aço. Entretanto, para o caso de dutos é mais comum a utilização de

blocos de ancoragem e desviadores em concreto armado, fixados por meio de armaduras

passivas e também pelas mesmas barras.

A aplicação de protensão externa como reforço de pontes e viadutos apresenta

vantagens e desvantagens, conforme indicado por Daly (1998) e Pinheiro (2018). Essas

características do método são listadas a seguir:

Vantagens:

Custo menor em comparação com outros métodos que exigem a reconstrução do

tabuleiro da ponte ou viaduto;

O equipamento necessário para o método é de peso reduzido e de fácil

manuseio, principalmente se o sistema adotado para a protensão for o sistema de

monocordoalha;

Por apresentar peso relativamente baixo, o peso próprio da viga ou laje sofre

pouca variação, enquanto suas resistências à flexão e ao esforço cortante são

aumentadas;

26

Uma das características que proporcionam o ganho de resistência por protensão

é a excentricidade do cabo, que pode ser aumentada por desviadores na face

inferior de vigas e lajes;

Na protensão externa as perdas por atrito são menores do que no caso de

protensão de cabos internos;

Por se tratarem de cabos externos, estes podem ser facilmente inspecionados, re-

protendidos, ou, caso seja necessário, substituídos;

Em muitos casos o reforço por protensão externa pode ser realizado sem

ocasionar na interrupção do tráfego da via;

Dependendo dos esforços acrescidos em uma possível ampliação da obra, este

reforço pode isentar a necessidade de vigas adicionais.

Desvantagens:

Por se tratar de um método externo está susceptível a ação do fogo, corrosão

eletroquímica e impacto;

A ruína em um só ponto pode inutilizar todo o cabo, havendo significativa perda

do reforço total da obra;

Deve-se levar em conta a concentração de tensão nos pontos onde é feita a

ancoragem dos cabos;

Devido a excentricidade dos cabos, deve-se verificar que a diminuição da altura

livre sob a ponte ou viaduto não cause problemas;

A dissociação entre o cabo e a estrutura faz com que se deformem de maneira

diferente, podendo haver efeitos de segunda ordem devido à diferença entre os

deslocamentos sofridos pela estrutura e pelo cabo.

27

CAPÍTULO 4. MÉTODOS DE CÁLCULO

A primeira etapa a ser realizada em qualquer intervenção é levantar informações

sobre a obra estudada. Projetos estruturais, traçado viário, memorial de cálculo, época

de construção e ensaios técnicos sobre a estrutura são algumas das informações que

ajudam no projeto de reforço.

Após levantar essas informações iniciais é necessário analisar se o projeto

executado era adequado. Deve-se, por exemplo, confirmar se as armaduras utilizadas

nas plantas do projeto eram compatíveis com as normas técnicas vigentes no período da

construção.

Realizada a análise dá-se prosseguimento a inspeção da ponte quanto à forma

geométrica e condição física da obra. No primeiro caso é verificado se a estrutura

construída é compatível com a estrutura projetada. Para o segundo caso é determinado o

quadro patológico da ponte, possíveis anomalias, ensaios de resistência do concreto,

verificação das armaduras quanto à sua proteção contra corrosão, posicionamento e

quantidade.

4.1. ROTEIRO DE CÁLCULO – REFORÇO ESTRUTURAL

A partir das normas vigentes atualmente deve-se determinar as cargas e aplicá-

las na geometria final da obra. A partir dos esforços gerados pelas cargas determinadas,

realiza-se a combinação destes para cada caso dimensionamento, obtendo-se assim o

momento fletor solicitante de cálculo e a força cortante solicitante de cálculo.

São utilizados os coeficientes de ponderação dos esforços presentes na NBR

8681:2003. Os esforços gerados pela combinação destas ações devem ser resistidos pela

estrutura existente e pelo reforço.

Para determinação da seção resistente deve-se conhecer a resistência à

compressão do concreto (fck) empregado e a área de aço existente, bem como a sua

posição em relação à seção transversal.

28

4.1.1. VERIFICAÇÃO AO MOMENTO FLETOR

O cálculo do reforço por protensão externa para combate aos momentos fletores

e/ou forças cortantes se baseia em adotar uma área de aço de protensão e realizar a

verificação de momento resistente de cálculo ao compará-lo com o momento fletor

solicitante de cálculo.

Para a determinação da posição vertical da armadura de protensão, é necessário

determinar o traçado longitudinal dos cabos de maneira que respeite os raios mínimos

de curvatura apresentados pela literatura ou pelo fabricante da cordoalha empregada.

Neste trabalho o objetivo principal é o reforço à flexão, portanto a

excentricidade em relação ao centro geométrico do elemento deve ser máximo, o que

resulta em menor força exigida pelos cabos e, consequentemente, menor área de

armadura de protensão. Entretanto, é preciso considerar que a excentricidade empregada

não traga problemas quanto ao gabarito vertical, risco de incêndio ou atos de

vandalismo.

Define-se a máxima tensão (σpi) aplicada pelo aparelho de protensão com base

no aço comercial escolhido para a armadura de protensão. A norma NBR 6118:2014

define na seção 9.6.1.2.1 os limites de tensão que podem ser empregados na armadura

de protensão. Para armadura pós-tracionada a tensão limite é definida como 74% da

resistência à tração (fptk) ou 87% da tensão de escoamento convencional (fpyk) para aços

de relaxação normal e de 0,74 fptk ou 0,82 fpyk para aços de relaxação baixa. No caso de

cordoalhas engraxadas com aço de relaxação baixa esses limites podem ser aumentados

para 0,80 fptk e 0,88 fpyk. No caso de aços CP-85/105, fornecidos em barras, os limites

são 0,72 fptk ou 0,88 fpyk.

Deve-se definir também o nível de protensão que será imposto, com base nas

exigências de durabilidade relacionadas à fissuração e proteção das armaduras,

classificadas em função da agressividade ambiental. O nível de protensão é indicado na

Tabela 13.4 da norma NBR 6118:2014.

Definida a geometria, o que inclui a armadura existente e de protensão, além da

quantidade de armadura existente, dá-se prosseguimento a primeira estimativa da área

de aço de protensão. Para este trabalho a área de aço de protensão será estimada a partir

do estado limite último (ELU).

Através do equilíbrio da seção, busca-se determinar a posição da linha neutra,

logo:

29

Msd = Rcc ∙ zcc + Rsc ∙ zsc + Rst ∙ zst [Eq. 1]

Sendo:

Msd: Momento fletor solicitante de cálculo;

Rcc: Força resultante no concreto comprimido;

zcc: Distância entre o centro de aplicação das forças de compressão no concreto e o

centro de aplicação das forças nas armaduras de protensão;

Rsc: Força resultante nas armaduras passivas sob compressão;

zsc : Distância entre o centro de aplicação das forças nas armaduras passivas

comprimidas e o centro de aplicação das forças nas armaduras de protensão;

Rst: Força resultante nas armaduras passivas sob tração.

Para continuar a estimativa de aço de protensão é necessário admitir a hipótese

de domínio no estado limite último e por meio de relações de compatibilidade da seção

indeformável é determinada a altura da linha neutra (x) que confirma a hipótese do

domínio adotado. A partir da altura da linha neutra e o domínio de deformação

encontra-se os valores de braço de alavanca. É possível determinar o alongamento

máximo da armadura de protensão devido à flexão do elemento (Δεpd), que somado à

deformação de pré-alongamento (Δεpi), fornece a deformação total da armadura de

protensão (εpd), e, consequentemente, a tensão na armadura (σpd). Também se deve

determinar o alongamento nas armaduras passivas (εsd).

De acordo com o item 17.2.2 da NBR 6118:2014, no caso de armaduras ativas

não aderentes, deve-se considerar um acréscimo de tensão (Δσp) que depende da relação

vão/altura útil:

Relação vão/altura útil igual ou menor do que 35:

Δσp = 70 +fck

100∙ρp≤ 420 MPa [Eq. 2]

Relação vão/altura útil maior do que 35:

Δσp = 70 +fck

300∙ρp≤ 420 MPa [Eq. 3]

30

ρp =Ap

bc∙dp [Eq. 4]

Sendo:

ρp: Taxa geométrica da armadura;

Ap: Área de aço da armadura de protensão;

bp: Largura da mesa de compressão;

dp: Altura útil da armadura de protensão.

Entretanto a norma não é muito clara em que momento do cálculo deve ocorrer o

acréscimo de tensão. Emerick (2002) apresenta de forma mais clara como considerar o

acréscimo de tensão para armaduras não aderentes.

Relação vão/altura útil igual ou menor do que 35:

σp = σpn + 70 +fck

100∙ρp≤ σpe + 420 MPa ≤ fpyk (MPa) [Eq. 5]

Relação vão/altura útil maior do que 35:

σp = σpn + 70 +fck

300∙ρp≤ σpe + 200 MPa ≤ fpyk (MPa) [Eq. 6]

Tensão de cálculo (σpd):

σpd = σp/γs [Eq. 7]

Sendo:

σpn: Tensão na armadura protendida devido ao pré-alongamento;

σpe: Tensão efetiva na armadura protendida (Tensão após todas as perdas);

É necessário fazer uma estimativa da armadura de protensão, já que não se

conhece o valor deste, então realizar um processo iterativo até chegar a um resultado

para armadura.

Sabe-se também que, por equilíbrio, a força de compressão no concreto (Nc)

deve ser igual a força total nas armaduras (Ntd), ou seja:

31

Nc = Ntd = Rp + Rst + Rsc = Ap,ef ∙ σpd + Asc ∙ σsc + Ast ∙ σst [Eq. 8]

Sendo:

Rp: Força resultante nas armaduras de protensão;

σpd: Tensão na armadura de protensão;

σsc: Tensão na armadura passiva comprimida;

σst: Tensão na armadura passiva tracionada;

Dessa forma determina-se a área de concreto comprimida (Ac), ao se conhecer a

respectiva tensão submetida:

Nc = Ac ∙ σcd [Eq. 9]

O valor de tensão de compressão no concreto (σcd) pode varia para cada domínio

de deformação. A seção 8.2.10.1 da NBR 6118:2014 fornece o diagrama de tensão-

deformação para compressão no concreto sendo igual a 85% da resistência à

compressão axial do concreto de cálculo (fcd) ou, se ainda estiver no patamar elástico,

utiliza-se a seguinte equação:

σcd = 0,85 ∙ fcd ∙ [1 − (1 −εc

εc2)n

] [Eq. 10]

Sendo:

εc2: Deformação específica de encurtamento do concreto no início do patamar elástico,

sendo igual a 2‰ no caso de concretos até a classe C50;

εc: Deformação de encurtamento do concreto, obtida na análise da compatibilidade de

deformações de cada domínio na seção plana;

n: Coeficiente igual a 2 para concretos até a classe C50.

Portanto, confirmado o domínio de deformação considerado, determina-se a

posição real da linha neutra x e com este valor, os valores dos braços de alavanca para a

armadura de protensão e para a armadura passiva:

32

𝑧 = 𝑑 −𝜆∙𝑥

2 [Eq. 11]

Sendo:

𝑑: Distância da fibra mais comprimida ao centro geométrico das armaduras passiva ou

de protensão;

𝜆: Coeficiente igual a 0,8 para concretos até a classe C50.

Conhecida a força resistida nas armaduras de protensão e armaduras passivas e

seus respectivos braços de alavanca, é possível obter o momento fletor resistente do

elemento (Mrd):

Mrd = Rcc ∙ zcc + Rsc ∙ zsc + Rst ∙ zst [Eq. 12]

O valor do momento resistente de cálculo deve ser superior ao momento fletor

solicitante de cálculo; caso contrário, deve ser considerada outra armadura de protensão

(alterando a área de armadura ou adotar um aço mais resistente), de forma a atender a

verificação.

Com base no estado limite último, deve-se garantir que no ato da protensão as

tensões máximas no concreto sejam menores do que 70% de sua resistência

característica na data da protensão (fcj), que no caso de reforço estrutural, considera-se

que o concreto possui resistência final. Também se deve garantir que as tensões

máximas de tração não superem em mais de 20% a resistência à tração no concreto

(fct,m).

4.1.2. VERIFICAÇÃO À FORÇA CORTANTE

O dimensionamento de vigas de concreto armado e protendido pela NBR

6118:2014 é baseado na analogia com o modelo de treliça de banzos paralelos associada

a mecanismos resistentes complementares (Vc). A norma admite dois modelos cálculo,

sendo:

Modelo I: Considera inclinação das bielas comprimidas em 45° e Vc com valor

constante;

33

Modelo II: Considera inclinação das bielas comprimidas arbitrada entre 30° e

45°, enquanto Vc é considerado com valor reduzido.

A norma prevê que para vigas protendidas pode-se descontar da força cortante

solicitante de cálculo (Vsd) o efeito da projeção da força de protensão na sua direção. A

norma também prevê que a parcela correspondente aos mecanismos resistentes

complementares deve ser aumentada a fim de levar em conta o efeito da redução da

tensão nos estribos que ocorre com a inclinação das bielas comprimidas.

De acordo com a NBR 6118:2014 a resistência de uma viga ao esforço cortante

está garantida se a seguintes verificações forem satisfeitas:

a) A força cortante solicitante de cálculo (Vsd) for menor do que a força cortante

resistente de cálculo relativa à ruína das diagonais comprimidas de concreto

(VRd2):

Vsd < VRd2 [Eq. 13]

b) A força cortante solicitante de cálculo (Vsd) for menor do que a força cortante

resistente de cálculo relativa à ruína por tração diagonal (VRd3), dada como a

soma das forças resistidas pelo estribo (Vsw) e pelo concreto (Vc):

Vsd < VRd3 = Vsw + Vc [Eq. 14]

O cálculo das forças resistentes depende do modelo adotado. Para ambos os

modelos deve-se sempre prever uma armadura mínima visando impedir a ruptura brusca

do aparecimento das fissuras inclinadas.

Modelo I

A força cortante resistente de cálculo relativa à ruína das diagonais comprimidas

de concreto é dada por:

VRd2 = 0,27 ∙ αv ∙ fcd ∙ bw ∙ d [Eq. 15]

αv = (1 −fck

250) [Eq. 16]

34

Sendo:

bw: Menor largura da seção, compreendida ao longo da altura útil d;

fck: Resistência à compressão característica do concreto, dada em MPa.

Já a parcela das forças resistidas pelos estribos da força cortante resistente de

cálculo relativa à ruína por tração diagonal é dada por:

Vsw = (Asw

s) ∙ 0,9 ∙ d ∙ fywd ∙ (sen α + cos α) [Eq. 17]

Sendo:

Asw: Área da seção transversal dos estribos;

s : Espaçamento entre estribos, medido segundo o eixo longitudinal do elemento

estrutural;

fywd: Tensão na armadura transversal passiva, limitada ao valor de fyd;

α: Ângulo de inclinação da armadura transversal em relação ao eixo longitudinal do

elemento.

Já a parcela do concreto, resistida por mecanismos complementares, é dada por:

𝑉𝑐 = 0 , na flexo-tração com linha neutra fora da seção;

𝑉𝑐 = 𝑉𝑐0 , na flexão simples e na flexo-tração com linha neutra dentro da seção;

𝑉𝑐 = 𝑉𝑐0 ∙ (1 +𝑀0

𝑀𝑑) ≤ 2 ∙ 𝑉𝑐0 , na flexo-compressão;

𝑉𝑐0 = 0,6 ∙ 𝑓𝑐𝑡𝑑 ∙ 𝑏𝑤 ∙ 𝑑 [Eq. 18]

𝑓𝑐𝑡𝑑 =𝑓𝑐𝑡𝑘,𝑖𝑛𝑓

𝛾𝑐 [Eq. 19]

𝑓𝑐𝑡𝑘,𝑖𝑛𝑓 = 0,7 ∙ 𝑓𝑐𝑡,𝑚 [Eq. 20]

Sendo:

𝑓𝑐𝑡,𝑚: Resistência média do concreto à tração direta;

𝛾𝑐: Coeficiente de ponderação da resistência do concreto.

35

Modelo II

A força cortante resistente de cálculo relativa à ruína das diagonais comprimidas de

concreto é dada por:

VRd2 = 0,54 ∙ αv ∙ fcd ∙ bw ∙ d ∙ sin2 𝜃 ∙ (𝑐𝑜𝑡𝑔 𝛼 + 𝑐𝑜𝑡𝑔 𝜃) [Eq. 21]

Sendo:

𝜃: Ângulo de inclinação das bielas comprimidas em relação ao eixo longitudinal do

elemento.

Já a parcela das forças resistidas pelos estribos da força cortante resistente de

cálculo relativa à ruína por tração diagonal é dada por:

Vsw = (Asw

s) ∙ 0,9 ∙ d ∙ fywd ∙ (cotg α + cotg θ) ∙ sen α [Eq. 22]

Já a parcela do concreto, resistida por mecanismos complementares, é dada por:

𝑉𝑐 = 0 , na flexo-tração com linha neutra fora da seção;

𝑉𝑐 = 𝑉𝑐1 , na flexão simples e na flexo-tração com linha neutra dentro da seção;

𝑉𝑐 = 𝑉𝑐1 ∙ (1 +𝑀0

𝑀𝑑) ≤ 2 ∙ 𝑉𝑐1 , na flexo-compressão;

Com:

𝑉𝑐1 = 𝑉𝑐0 , quando 𝑉𝑠𝑑 < 𝑉𝑐0

𝑉𝑐1 = 0 , quando 𝑉𝑠𝑑 = 𝑉𝑅𝑑2

36

4.1.3. VERIFICAÇÃO QUANTO AO ESTADO LIMITE ÚLTIMO DE

FADIGA

A fadiga é fenômeno relacionado a ações dinâmicas repetidas, que pode ser

compreendido como um processo que resulta em alterações progressivas e permanentes

na estrutura interna do material sob a ação de oscilação de tensões.

A norma NBR 6118:2014 considera válida a regra de Palmgren-Miner, a qual

supõe que os danos de fadiga se acumulam linearmente com o número de ciclos

aplicado a determinado nível de tensões.

Para a verificação de fadiga a norma considera a seguinte combinação frequente

de ações:

Fd,ser = ∑ Fgikmi=1 + ψ1 Fq1k + ∑ ψ2j Fqjk

nj=2 [Eq. 23]

Sendo:

Para pontes rodoviárias:

ψ1 = 0,5, para verificação das vigas;

ψ1 = 0,7, para verificação das transversinas;

ψ1 = 0,8, para verificação das lajes de tabuleiro;

Para o cálculo de tensões decorrentes de força cortante em vigas deve-se reduzir

a contribuição do concreto. Tanto para o Modelo I, quanto para o Modelo II, deve-se

considerar apenas 50% do valor de Vc. Além disso, para o Modelo II, é necessário

corrigir o valor do ângulo θ pela seguinte expressão:

𝑡𝑔 𝜃𝑐𝑜𝑟 = √𝑡𝑔 𝜃 ≤ 1 [Eq. 24]

A norma também considera que para o cálculo dos esforços solicitantes e a

verificação das tensões, admite-se o modelo linear elástico com relação dos módulos de

elasticidade do aço e do concreto com valor de 10.

37

Verificação da fadiga do concreto

A verificação para o concreto em compressão, segundo a NBR 6118:2014, é

dada como:

ηc ∙ γf ∙ σc,máx ≤ fcd,fad [Eq. 25]

fcd,fad = 0,45 ∙ fcd [Eq. 26]

ηc =1

1,5−0,5∙(|σc1|/|σc2|) [Eq. 27]

Sendo:

γf: Coeficiente com valor de 1,0;

ηc: Fator que considera o gradiente de tensões de compressão no concreto;

|σc1|: Menor valor, em módulo, da tensão de compressão a uma distância não maior que

300 mm da face sob a combinação relevante de cargas;

|σc2|: Maior valor, em módulo, da tensão de compressão a uma distância não maior que

300 mm da face sob a mesma combinação de cargas usada para o cálculo de |σc1|.

Verificação da fadiga da armadura

Para a verificação da fadiga da armadura a norma NBR 6118:2014 exige que

seja satisfeita a seguinte relação:

𝛾𝑓 ∙ ∆𝜎𝑆𝑠 ≤ ∆𝑓𝑠𝑑,𝑓𝑎𝑑 [Eq. 28]

Sendo:

∆𝜎𝑆𝑠: Máxima variação de tensão calculada para a combinação frequente de cargas;

∆𝑓𝑠𝑑,𝑓𝑎𝑑: Resistência à fadiga para o aço (curvas S-N), os quais constam na Tabela 1;

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