Darcílio Macêdo Da Fonseca_especialização Em Estruturas De Concreto E Fundações_unicid_sp 06.12.14.pdf

UNIVERSIDADE CIDADE DE SÃO PAULO PÓS-GRADUAÇÃO EM ESTRUTURAS DE CONCRETO E FUNDAÇÕES

DARCÍLIO MACEDO DA FONSECA

RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL DE PILARES DE CONCRETO ARMADO COM O USO DE ESTRUTURAS METÁLICAS: ESTUDO DE CASO DE PRÉDIO COMERCIAL EM SOLÂNEA – PB

JOÃO PESSOA 2014

DARCÍLIO MACEDO DA FONSECA

RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL DE PILARES DE CONCRETO ARMADO COM O USO DE ESTRUTURAS METÁLICAS: ESTUDO DE CASO DE PRÉDIO COMERCIAL EM SOLÂNEA – PB

Monografia apresentada ao Curso de PósGraduação em Estruturas de Concreto e Fundações, Universidade Cidade de São Paulo, como requisito parcial para obtenção do título de Especialista.

JOÃO PESSOA 2014

DARCÍLIO MACEDO DA FONSECA

RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL DE PILARES DE CONCRETO ARMADO COM O USO DE ESTRUTURAS METÁLICAS: ESTUDO DE CASO DE PRÉDIO COMERCIAL EM SOLÂNEA – PB

Monografia apresentada ao Curso de PósGraduação em Estruturas de Concreto e Fundações, Universidade Cidade de São Paulo, como requisito parcial para obtenção do título de Especialista.

Área de concentração: Data da apresentação: Resultado:______________________

BANCA EXAMINADORA: Prof. Universidade Cidade de São Paulo

______________________________________

Prof. Universidade Cidade de São Paulo

______________________________________

Dedico esta monografia aos amigos e exprofessores de Estruturas de Aço e Madeira da UFPB, Edson da Costa Pereira e Argemiro Brito Monteiro da Franca pelos incentivos que norteiam até hoje a minha vida profissional.

AGRADECIMENTOS

Agradeço a Universidade Cidade de São Paulo – UNICID/SP e ao Instituto de Educação Continuada - INBEC/CE pelo oferecimento do curso de pós-graduação na área de estruturas de concreto e fundações que vem contribuindo muito para o meu aperfeiçoamento profissional, não somente com os conhecimentos teóricos dos docentes, mas também pela grande vivência profissional de todos. Agradeço de forma singular aos professores Roberto Chust Carvalho – D.Sc, Marcos Alberto Ferreira da Silva – M.Sc, Antônio de Faria – M.Sc e José Carlos Gasparim – D.Sc que juntamente com os demais docentes e colegas de turma, em especial Sandro Torres, Hagnon Amorim e Jeferson Rodrigues contribuíram para o compartilhamento de experiências profissionais ampliando minha curiosidade pelo conhecimento técnico-científico que me tornou mais criterioso na elaboração de projetos como calculista estrutural. Agradeço também a CBCA – Centro Brasileiro da Construção em Aço/RJ e a ABCEM – Associação Brasileira da Construção Metálica/SP, pelos conhecimentos adquiridos nos seus cursos, cujas instituições vêm contribuindo satisfatoriamente para a difusão dos procedimentos de cálculo e execução de obras com estruturas metálicas no Brasil.

“Nenhuma grande descoberta foi feita jamais sem um palpite ousado” – Isaac Newton.

RESUMO

A recuperação de pilares de concreto armado de uma edificação ou a execução de reforços estruturais visando um incremento na sua capacidade de carga pode ser feito de várias formas, destacando-se o uso de concreto armado convencional e a utilização de estruturas metálicas. Fatores como a utilização de materiais fora de especificações técnicas e o incremento de sobrecargas não previstas no projeto inicial, dentre outros, são determinantes para o aparecimento de patologia estrutural. Este trabalho enfoca o processo de recuperação estrutural de pilares de concreto armado utilizando estruturas metálicas de forma independente e também em uma composição de estrutura mista levando em consideração a resistência do concreto armado. Cada vez mais ocorre a necessidade de recuperar pilares e outras peças estruturais de prédios antigos, somando-se a isto o fato de que as edificações até 1978 eram projetadas com base na norma antiga de concreto, a NB1/78, que não tinha uma preocupação adequada na proteção das armaduras de aço contra a corrosão. Mediante um estudo de caso real é apresentado um comparativo entre os métodos de recuperação estrutural de quatro pilares na primeira hipótese, utilizando apenas aço, e na segunda hipótese, utilizando apenas o concreto armado convencional em um prédio localizado na cidade de Solânea – PB, onde se situa uma filial da empresa Magazine Luiza S/A. Este estudo de caso não envolve o uso de estruturas mistas pelo alto grau de patologia estrutural que apresenta o concreto armado destes pilares. Pode-se concluir que o uso de perfis metálicos na recuperação estrutural de pilares de concreto armado aponta para uma redução significativa no tempo de execução da obra, uma vez que cantoneiras laminadas poderão ser dimensionadas e ancoradas facilmente nas quinas dos pilares retangulares de concreto. Verifica-se também uma redução na quantidade de mão de obra quando a recuperação estrutural é feita unicamente com estruturas metálicas ou com estruturas mistas em comparação com a recuperação usando exclusivamente o concreto armado convencional. Estes fatores podem contribuir para uma redução do custo total da obra de recuperação de pilares estruturais, principalmente quando se trata de obras comerciais e residenciais onde o fator de minimização do tempo de execução é significativo. Palavras-chave: Recuperação Estrutural. Concreto Armado. Perfis Metálicos. Estrutura Metálica. Reforço em Pilares.

ABSTRACT

The recovery of reinforced concrete columns of buildings or the execution of reinforcements towards an increase in its loading capacity can be done in various ways, mainly through the use of conventional reinforced concrete and the use of metal structures. Factors such as the use of materials out of technical specifications and the increase of loads not foreseen in the initial design, among other reasons, are determining for the upcoming of structural pathologies. This work zeros in on the structural reinforcement of concrete columns employing metal structures in an independent way and also on composites taking into consideration the resistance of reinforced concrete. The need to recover columns and other structural elements of old buildings is on the rise, in addition to this, buildings until 1978 were made according to the former code NB1/78, which had no adequate concerns on the protection of concrete steel bars against corrosion. Through a real case study, a comparison is presented between structural reinforcement methods of four columns; in the first hypothesis, using only steel and in the second hypothesis using only reinforced concrete in a building located in Solânea- PB where a branch of Magazine Luíza S/A is situated. This case study does not involve the use of composite structures due the high degree of structural pathologies found in the reinforced concrete in these columns. We can conclude that the use of metal sections in the recovery of concrete column structures ushers a significant reduction in the job duration since the laminated L sections can be designed and anchored easily into the corners of rectangular columns. There’s also a reduction in workmanship when the structural recovery is done exclusively employing metal structures or employing composite structures when compared to recoveries using only conventional reinforced concrete. These factors can contribute to a total cost reduction of the recovery job of structural columns, mainly in commercial and residential constructions where the time minimizing factor is significant. Keywords: Structure Recovery. Reinforced Concrete. Metal Sections. Metal Structures. Reinforcement in Columns. .

LISTA DE ILUSTRAÇÕES

Figura 01

Reforço de pilar de concreto armado com perfis metálicos.

........

59

Figura 02

Detalhe do capitel metálico antes de sua colocação. .........................

59

Figura 03

Planta de fôrma de parte da edificação que apresentou problema estrutural visível nos pilares P-03 e P-04. ..........................................

63

LISTA DE TABELAS

Tabela -01

Valores dos coeficientes de ponderação segundo a NBR 8800/2008. ....

Tabela- 02

Valores dos fatores de combinação e de redução para as ações

18

variáveis, de acordo com a NBR 8800/2008. ............................................

19

Tabela- 03

Valores de χ em função do índice de esbeltez. .........................................

50

Tabela- 04

Recuperação com os perfis de aço pelo MÉTODO 1. .............................

65

Tabela -05

Recuperação com o concreto armado pelo MÉTODO 2. .......................

65

SUMÁRIO

1

INTRODUÇÃO...................................................................................................

12

2

AÇÕES NAS ESTRUTURAS EM GERAL ....................................................

15

2.1

Tabelas da NBR 8800/2008 de coeficientes de ponderação das ações ...........

17

2.2

Cargas nas estruturas ........................................................................................

20

2.3

Valores de cálculo para as ações do dimensionamento no ELU. ...................

20

2.4

Valores de cálculo para as ações do dimensionamento no ELS. ....................

22

2.5

Combinações de Ações .......................................................................................

23

2.6

Combinações quase permanentes de serviço ...................................................

24

2.7

Combinações frequentes de serviço ..................................................................

24

2.8

Combinações raras de serviço ...........................................................................

24

2.9

Valores característicos das ações (Fk) ..............................................................

25

2.10

Valores representativos das ações (Fr) .............................................................

25

2.11

Valores representativos para o ELU .................................................................

25

2.12

Valores representativos para o ELS ..................................................................

26

3

ESTRUTURAS DE CONCRETO ARMADO ..................................................

27

3.1

Algumas mudanças nas normas de concreto ao longo do tempo ....................

29

3.2

Pilares de concreto armado .................................................................................

30

3.3

Dimensionamentos de pilares de concreto armado ...........................................

31

3.4

Conceitos normativos básicos para dimensionamento de pilares de concreto armado ..................................................................................................................

31

3.5

Patologia estrutural do concreto armado ..........................................................

32

4

ESTRUTURAS METÁLICAS ...........................................................................

35

4.1

Conceitos de peças metálicas comprimidas .......................................................

37

4.2

Força crítica de compressão em estruturas metálicas ......................................

38

4.3

Dimensionamento de pilares com perfis metálicos ...........................................

40

4.4

Ligações metálicas ...............................................................................................

42

5

ESTRUTURAS MISTAS ....................................................................................

44

5.1

Dimensionamento de pilares misto de aço e concreto armado ........................

44

5.2

Dimensionamento de pilares mistos no caso específico de compressão centrada ................................................................................................................

47

6

RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL E AUMENTO DA CAPACIDADE DE CARGA DE PILARES EM CONCRETO ARMADO......................................

6.1

51

Uso de perfis metálicos para recuperação de pilares retangulares de concreto armado ...................................................................................................

53

ESTUDO DE CASO DE RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL DE PILARES 7

DE CONCRETO ARMADO EM PRÉDIO COMERCIAL NA CIDADE DE SOLÂNEA/PB .......................................................................................................

60

7.1

Considerações sobre a estrutura do prédio ........................................................

62

7.2

Método adotado na análise estrutural e simulação do dimensionamento da obra ........................................................................................................................

64

7.3

Hipóteses de recuperação dos pilares de concreto armado degradados .........

64

7.4

Pesquisa de custo sobre a utilização dos métodos 1 e 2 .....................................

65

7.5

Análise dos resultados obtidos em função das hipóteses levantadas. ...............

66

8

CONCLUSÃO .......................................................................................................

68

REFERÊNCIAS....................................................................................................

70

ANEXO A – Laudo Técnico Estrutural ..............................................................

73

ANEXO B – Projeto de Recuperação Estrutural

94

12

1 INTRODUÇÃO No Brasil um dos componentes que pesa muito no orçamento de edificações com sistema estrutural predominante em concreto armado é a alta taxa de utilização da mão de obra que cada vez se apresenta onerosa, escassa e com pouca qualificação profissional, aumentando assim os prazos de execuções das edificações ao lado da alta carga tributária agregada, que é responsável pelo aumento de custos destas estruturas. Cada vez mais ocorre a necessidade de recuperar estruturas de concreto armado de prédios antigos em função do fato de que a NB1/1978 (norma antiga de concreto) não prescrevia uma proteção adequada para as armaduras do aço contra a corrosão nos projetos estruturais como determina a NBR 6118 já na sua primeira versão de 2003. Outros fatores como erros de projetos e construtivos, uso de material inadequado e má conservação das obras, são determinantes para o aparecimento de patologias estruturais no concreto armado, contribuindo para a degradação prematura da estrutura, não atingindo o tempo de vida útil para o qual foi projetada se não houver uma intervenção eficaz reestabelecendo as resistências e a estabilidade das peças estruturais. O uso do aço em coberturas e torres já é bem antigo no nosso país, porém a sua utilização em outras peças estruturais como em vigas, pilares, lajes e marquises foi impulsionada pela crescente produção mundial do material associada à recessão iniciada em 2008, fragilizando as economias da Europa e dos Estados Unidos (NAKANO, 2012), diminuindo consequentemente o consumo deste produto nas grandes economias. Esses fatos contribuíram significativamente para que o preço do aço se acomodasse em um patamar razoável no mercado nacional e internacional, viabilizando o seu uso em obras civis para diversas finalidades. O mito de que o “aço enferruja e não serve para construção civil” já foi desmistificado ao longo do tempo em função dos tratamentos anticorrosivos que existem no mercado e das proteções por passivação do metal no concreto que aumentam a vida útil de uma estrutura. Projetar e construir com aço é algo econômico e viável tecnicamente, necessitando apenas de um bom projeto, equipamentos adequados e de uma equipe especializada para proporcionar todas as vantagens que as estruturas metálicas oferecem. (REBELLO, 2009). Principalmente para as edificações comerciais e industriais construídas em concreto armado onde haja a necessidade de recuperação estrutural ou simplesmente que se pretenda o

13

aumento da capacidade de carga de uma peça estrutural, os procedimentos das execuções corretivas ou de reforços devem ser rápidos para intervir o mínimo possível nos processos produtivos, razão pela qual o uso de perfis metálicos pode ser largamente utilizado, reduzindo o tempo de execução das obras, com consumos menores de mão de obra e de escoramentos com relação à recuperação estrutural utilizando o próprio concreto armado. Em função da amplitude do tema referente à recuperação de obras de concreto armado ser muito abrangente, este trabalho aborda exclusivamente o caso específico de recuperação estrutural ou aumento de cargas de pilares retangulares em concreto armado, utilizando perfis metálicos laminados tipo L, também conhecidos por cantoneiras laminadas, travados com chapas de aço e ancoradas na estrutura do concreto existente. A vantagem do uso de perfis de aço na recuperação destes elementos de forma isolada ou aproveitando um aporte de resistência da peça do concreto antigo, aponta para uma redução significativa no tempo de execução destes serviços, uma vez que os procedimentos de ancoragens entre os perfis de aço e o concreto da obra demandam menos tempo do que com o processo convencional com o uso exclusivo de concretos e adição de armaduras, além de provocarem menos intervenções impactantes. Estes fatores associados à redução de consumo de escoramentos e de equipamentos para demolição proporcionam uma redução considerável em alguns componentes do custo final da obra. Outro aspecto que pode ser viabilizado com o uso destes perfis de aço é quando se pretende aumentar a capacidade de carga de um pilar para atender a uma finalidade qualquer, mesmo não apresentando nenhum processo de deterioração, mantendo ou não a seção original da peça. Apesar das peças de estruturas reais de uma obra funcionarem de forma integrada como grelhas ou pórticos, o estudo de recuperação de pilares neste trabalho se dá de forma isolada e discretizada para facilitar a exposição do roteiro de cálculo, visando criar um roteiro de procedimento para se calcular reforços com estruturas metálicas em pilares de concreto armado. Mediante um estudo de caso real é apresentado um comparativo do uso de três métodos de recuperação estrutural de pilares de concreto armado de um prédio localizado na cidade de Solânea – PB, onde se situa uma filial da empresa Magazine Luiza S/A. Quatro pilares apresentaram instabilidades em suas seções e também nas suas fundações mediante

14

análise estrutural executada com uma simulação do dimensionamento original de toda estrutura do prédio feito por processo de elementos finitos através do software espanhol Cypecad. Além dos problemas estruturais detectados através do software, em pelo menos dois pilares houve instabilidade real, com processo de colapso estrutural e envergadura por flambagem exagerada, cuja recuperação estrutural destes dois pilares e os reforços nos demais citados se deu através do processo com o uso de cantoneiras laminadas metálicas contraventadas e ancoradas no concreto existente, enquanto os reforços nas fundações foram executados com concreto armado convencional. Para tanto, foram formulados três métodos comparativos para o processo de recuperação estrutural dos pilares citados, de tal forma que o primeiro método atribui a capacidade de carga de pilares apenas com o uso exclusivo de perfis metálicos laminados tipo L, mantendo o concreto armado original sem alterações, porém sem considerar seu aporte de carga na resistência final da peça; O segundo método atribui a capacidade de carga dos pilares mediante o uso exclusivo de concreto ou grout, mantendo ou não as suas dimensões originais e adicionando armaduras transversais e longitudinais para repor as deficiências nas seções de aço; o terceiro método atribui à união dos dois métodos citados anteriormente, de forma que a recuperação estrutural dos pilares se dá pela contribuição tanto do uso de perfis metálicos, como também pelo aporte de carga do concreto armado original ou recuperado. A comparação destes métodos abordam aspectos técnico e econômico, de modo que um projetista poderá decidir usar um ou outro método em função da necessidade de redução do tempo de execução da obra, como também deverá levar em conta a disponibilidade de matérias e equipamentos no mercado. Elaborou-se, nesse estudo, um projeto real de recuperação estrutural do prédio em estudo e o próprio laudo técnico que identificou as instabilidades em pilares que passam a fazer parte deste trabalho nos anexos C e D para uma melhor compreensão das ideias propostas. Portanto, demonstra-se que o uso de perfis de aço laminados tipo L pode ser muito importante na recuperação estrutural de pilares de concreto armado com seções retangulares, contribuindo-se para a difusão dos processos citados, para redução de custos diretos ou indiretos, tempo de execução de serviço e desperdícios de material. Tais fatores foram abordados focalizando os aspectos técnicos e econômicos, dispondo-se o atendimento dos requisitos da durabilidade e da qualidade das peças reforçadas ou recuperadas.

15

2 AÇÕES NAS ESTRUTURAS EM GERAL Em conformidade com a NBR 8800/2008, as ações nas estruturas são formadas por diversos tipos de carregamento (forças e momentos) proveniente de esforços aplicados externamente em pontos específicos, cujas ações são equilibradas pelas reações de apoio (esforços reativos externos) tendo como meio de equilíbrio intermediário as interações das tensões e deformações solicitantes e resistentes que ocorrem no interior dos corpos. Vários modelos físicos e matemáticos ao longo do tempo tentam explicar os processos do equilíbrio dos corpos, porém, foi o físico Isaac Newton em 1687 quem estabeleceu os princípios básicos que são utilizados até hoje na física e engenharia estrutural através da publicação intitulada “Philosophiae Naturalis Principia Mathematica”, considerada por muitos como o mais importante livro publicado na história da ciência. (Raquel Balola, 2010) Os princípios descritos por Newton sobre a compreensão dos movimentos envolvendo os conceitos de força, aceleração, tempo e espaço continuam presentes nos nossos dias, cujas restrições ocorrem apenas quando um corpo fica submetido a uma velocidade muito grande (próxima à da luz), razão pela qual os seus estudos continuam bem atual, visto que as estruturas comuns no nosso planeta trabalham com velocidades bem inferiores à da luz. O princípio físico básico para a condição de equilíbrio de um corpo é a necessidade de que a soma de todos os esforços externos (forças e momentos) seja nula e que também as partes internas dos corpos estejam em equilíbrio com todas as tensões solicitantes inferiores ou iguais às tensões resistentes, além do fato de que as deformações devem ocorrer dentro de limites estabelecidos. (HIBBELER, 2010) (HALLIDAY, 2007) sintetiza que o estudo do equilíbrio de corpos livres tem referência científica a partir da criação das três leis fundamentais da mecânica quântica de Isaac Newton (Leis de Newton), que foi a precursão da engenharia estrutural moderna: 

1ª Lei de Newton (Princípio da Inércia): “Todo corpo permanece em seu estado de repouso ou em movimentos retilíneo uniforme até que uma ação externa, não equilibrada, atue sobre ele”.



2ª Lei de Newton: (Relação entre força, massa e aceleração) “A partir do momento em que um corpo ficar submetido à ação de uma força resultante (F) com a massa (m), o corpo irá adquirir uma aceleração (a), de tal forma (F = m.a)”.

16



3ª Lei de Newton: (Princípio da Ação e Reação) “A toda ação corresponde uma reação de mesma intensidade e de sentido contrário”. Do ponto de vista prático, as forças e as deformações impostas pelas ações são

consideradas como se fossem as próprias ações, conforme o item 3.4 da NBR 8681/2003 que contempla os procedimentos das mesmas e a segurança das próprias estruturas que também está de acordo com a NBR 8800/2008 no tocante a definição das ações. A NBR 8800/2008 será a referência de todos os itens citados, no decorrer deste trabalho, desde que outra norma técnica não esteja explicitamente referenciada. De acordo com o item 4.7.1.2 desta norma para efeito de carregamento das estruturas, as ações atuantes em geral se classificam em: permanentes, variáveis e excepcionais. As ações permanentes são as que ocorrem com valores praticamente constantes durante toda vida útil da construção, podendo ser diretas ou indiretas. As ações diretas são constituídas pelo peso próprio da estrutura e dos elementos construtivos fixo, além das instalações permanentes incluindo os empuxos de caráter contínuo. Já as ações permanentes indiretas são originadas das deformações impostas por retração e fluência do concreto, deslocamento de apoios e imperfeições geométricas, de acordo com o item 4.7.2.3 da norma. As ações variáveis são as que ocorrem com valores que apresentam variações significativas durante a vida útil da construção e estão também definidas nas normas técnicas NBR 6120 e NBR 7188, além das prescrições do item 4.7.3 e do Anexo B da NBR 8800/2008. Estas ações ocorrem em função do uso e do tipo de ocupação da edificação, como sobrecargas em pisos e coberturas, equipamentos, divisórias móveis, pressões hidrostáticas e hidrodinâmicas, além da ação do vento e da variação de temperatura na estrutura. Os esforços causados pela ação do vento devem ser determinados pela norma brasileira NBR 6123 e estão classificados no grupo das ações variáveis conforme o item 4.7.3 da NBR8800/2008, sendo que os efeitos das vibrações decorrentes dessas ações devem obedecer às prescrições da mesma. Para o cálculo da ação do vento em obras de grande porte ou para obras onde a sua geometria não seja contemplada nos modelos retangulares da norma NBR 6120, é prudente utilizar modelos reduzidos de túneis de vento para obter valores solicitantes mais precisos.

17

Já os esforços decorrentes da variação de temperatura são classificados no grupo das ações variáveis indiretas e devem ser estimados pelo calculista levando em consideração a variação uniforme ou não uniforme da temperatura, cujas prescrições normativas estão descritas no item 4.7.4. Quando uma estrutura é estaticamente determinada, a variação uniforme da temperatura em todo seu comprimento não acarreta nenhuma tensão, pois a estrutura é capaz de se expandir ou se contrair livremente. O mesmo não se pode afirmar quando se trata de estruturas hiperestáticas onde a consideração destes ações é de fundamental importância, uma vez que este tipo de estrutura pode provocar restrições em alguns apoios. As ações excepcionais são as que têm duração extremamente curta e probabilidade de ocorrência muito pequena, de acordo com o item 4.7.4 da norma. Durante a vida útil de uma construção a sua situação deve ser considerada em determinados tipos de edificações onde possam ocorrer grandes desastres. Citam-se alguns exemplos da necessidade do uso destas ações como construções em locais com alta probabilidade de ocorrência de terremotos, explosões, choques de veículos, incêndios e grandes inundações. Possivelmente o mundo não teria assistido a um desastre de proporções enormes que envolveu a usina nuclear de Fukushima, no Japão, se os seus projetos tivessem contemplados determinadas cargas de sismos e de grandes volumes de água nas estruturas da usina provocados pelo tsunami que ocorreu em seguida ao terremoto. Por outro lado a consideração deste tipo de carga de forma mais ampla aumentaria o custo das construções significativamente. Portanto para obras de grandes riscos para a população deve haver uma ponderação a fim de não deixar de consideralas adequadamente. 2.1 Tabelas da NBR 8800/2008 de coeficientes de ponderação das ações O valor representado nas ações das estruturas é obtido a partir do valor característico em função da sua probabilidade de ocorrência dentro das ações solicitantes variáveis na referida estrutura, com aplicação dos coeficientes definidos nos itens 4.7.6.1 e 4.7.6.2 da norma. Tabela 01 e Tabela 02.

18

Tabela 01 – Valores dos Coeficientes de Ponderação segundo a NBR 8800/2008.

Fonte: NBR 8800/2008.

19

Tabela 02 – Valores dos fatores de combinação e de redução para as ações variáveis, de acordo com a NBR 8800/2008.

Fonte: NBR 8800/2008

Os coeficientes de ponderação das ações no estado de limite último (ELU) são apresentados na norma, sendo ( permanentes), enquanto (

) o coeficiente de ações gravitacionais (cargas

representa o coeficiente de ações variáveis englobando

sobrecargas, ação de vento e temperatura, dentre outras. Já para os fatores de ponderação das ações no estado de limite de serviço (ELS), em geral, usa-se ( ações variáveis são utilizados também os valores de redução (

= e

), enquanto que nas da Tabela 02.

20

2.2 Cargas nas estruturas Conceitualmente, as cargas nas estruturas de um modo geral dizem respeito às ações de forças ou momentos externos aplicados em determinados pontos em que atuam em equilíbrio com a própria estrutura onde são geradas as reações de apoio (cargas reativas), de modo que este equilíbrio externo provoca tensões e deformações nas partes internas da peça, necessitando também do equilíbrio interno para que haja estabilidade na estrutura como um todo. (REBELLO, 2009) As cargas que chegam aos pilares na maioria das obras são predominantemente advindas de vigas, porém outras peças estruturais como lajes, consolos e ancoragens de contraventamento podem contribuir para descarregá-las nos mesmos, cuja peça estrutural deve resistir a todos os esforços solicitantes e os transferir para as fundações ou para outras estruturas, mantendo a estabilidade do próprio pilar e dos seus pontos de ancoragem. Apesar das peças de estruturas reais de uma obra funcionarem de forma integrada como grelhas ou pórticos planos ou espaciais, o estudo do dimensionamento de pilares neste trabalho se dá de forma isolada e discretizada, de modo que serão consideradas as carga centradas para facilitar a exposição do roteiro de cálculo que será procedido de forma manual, podendo servir para outros colegas calculistas que não atuam diretamente na área de estruturas metálicas, mas que poderão usar este roteiro para reforçar ou substituir pilares de concreto armado que tiveram a capacidade de carga reduzida, por aumento da carga atuante em si ou mesmo por um processo de patologia estrutural. A quem interessar o aprofundamento deste estudo poderá fazê-lo utilizando todos os dados coletados e processados, acrescentando carregamentos horizontais e cargas descentralizadas que produzem momentos. 2.3 Valores de cálculo para as ações do dimensionamento no ELU Para efeito das ações visando o dimensionamento no Estado de Limite Último (ELU), o coeficiente de majoração de uma ação é multiplicado pelo valor característico, de acordo com o item 4.7.6 da norma, sendo que este coeficiente é o produto de outros três coeficientes definidos nos itens 4.7.6.1 e 4.7.6.2 da norma. =

.

21

Onde: : Considera a variabilidade das ações. : Considera a simultaneidade das ações. : Considera possíveis erros de projeto e de execução da obra. : Valores obtidos pelo produto dos três fatores A norma estabelece dois parâmetros para identificação dos valores básicos visando à verificação no estado de limite último (ELU). Os valores dos coeficientes valores de combinação

devem ser obtidos através da Tabela 01, enquanto os

e de redução

e

são definidos na Tabela 02.

Os fatores se agrupam e se combinam para a formação do coeficiente de ponderação, cujas combinações são determinadas da seguinte forma: A parcela de carga referente às cargas gravitacionais ou variáveis é representada por ) ou (

), respectivamente, como sendo o produto

, enquanto o coeficiente

, ou seja o segundo fator de combinações das ações da Tabela 01 é igual ao

segundo fator de redução das ações da Tabela 02. =

ou = =

Onde: =

ou

=

: coeficiente de majoração das cargas permanentes : coeficiente de majoração das cargas variáveis

22

O valor do coeficiente de ponderação de cargas permanentes (

de mesma origem

deverá ser o mesmo ao longo de toda estrutura. Os valores de cálculo são obtidos através do produto dos valores representativos (Fr) e pelo coeficiente de majoração das cargas (

de acordo com o item 4.7.6 da norma, onde:

Fd =

Fr

Onde: : Coeficiente de majoração das cargas Fr: Valores representativos Fd: Valores de cálculo O Anexo B da norma prescreve as ações em estruturas de aço e em estrutura mistas com aço e concreto de forma complementar em função do uso e ocupação das edificações. 2.4 Valores de cálculo para as ações do dimensionamento no ELS Já para os fatores de ponderação das ações no estado de limite de serviço (ELS), o valor do coeficiente de majoração das ações é (

=

utilizadas também os valores de redução (

e

), enquanto que nas ações variáveis são para a obtenção dos

valores frequentes ou quase permanentes, conforme o item 4.7.7.3 da norma. Estas reduções servem para adequar às ações variáveis a níveis compatíveis com a realidade, visto que os seus valores são obtidos por consenso científico, apresentando uma grande variabilidade. Isto quer dizer que, na prática, apenas uma parcela das cargas variáveis age efetivamente nas estruturas de uma forma real. No estado limite de serviço (ELS) as cargas que verificarão os deslocamentos e outras aferições nas estruturas devem ser as cargas reais sem a interferência de nenhum índice de majoração, conforme orientação do item 4.7.6.2.1 da norma. Fd(s) = Sendo

= 1 =>

Fr Fd(s) = Fr

23

Onde: : Coeficiente de majoração das cargas Fr: Valores representativos Fd(s): Valores de cálculo em serviço 2.5 Combinações de Ações São as disposições de ações que tem probabilidades não desprezíveis de atuarem simultaneamente sobre a estrutura, durante um período preestabelecido devido às combinações ser feitas da forma mais desfavorável para a estrutura, tanto levando em consideração as combinações últimas, como também levando as combinações de serviço, de acordo com o item 4.7.7 da norma. As combinações últimas são classificadas em normal, especial, de construção e excepcional, devendo ser levado em consideração de acordo com o item 4.7.7.2. O conceito de combinações últimas normais está relacionado aos fatores do uso previsto da edificação tanto no tocante ao estado de limite último (ELU) quanto ao estado de limite de serviço (ELS). Em todas as combinações de ações devem está incluídas as ações permanentes e as ações variáveis principais, além das demais ações variáveis secundárias com seus índices redutores. Para cada combinação aplica-se a seguinte expressão, cujos parâmetros e variáveis já foram definidos nos tópicos anteriores:

∑

∑

Onde: Representam os valores característicos das ações permanentes. Representam o valor característico da ação variável principal.

24

Representam os valores característicos das ações variáveis secundárias que podem atuar concomitantemente com a ação variável principal. Para as outras combinações últimas tipo especial, de construção e excepcional, podem-se obter seus modelos de cálculo diretamente no item 4.7.7.2 da norma. As combinações de serviço são classificadas de acordo com a sua permanência na estrutura e estão divididas nos seguintes grupos: combinações quase permanentes, combinações frequentes e combinações raras. As ações permanentes estão expressas nos itens 4.7.7.3.2 e 4.7.7.3.4 e também no Anexo C da norma. Este trabalho contempla esquematicamente apenas o modelo de cálculo das ações com combinações últimas normais pelo fato de seu objetivo se restringir ao estudo de recuperação estrutural de pilares isolados de uma edificação. 2.6 Combinações quase permanentes de serviço Estas combinações podem atuar por um período longo da ordem de 50% da vida útil da obra devendo ser utilizadas para o efeito de longa duração e aparência da construção, atuando as cargas variáveis de serviço da ordem de [

.

].

2.7 Combinações frequentes de serviço Estas combinações são as que estão no estado de limite reversível como conforto de usuários, funcionamento de equipamentos com vibrações excessivas e movimentos laterais, empoçamento de água em coberturas, etc. As ações podem atuar com uma frequência de repetição da ordem de 1.000.000 em 50 anos ou que tenha uma duração total da ordem de pelo menos 5%. A ação principal variável é dada por [ são dadas por [

.

.

e todas as demais ações variáveis

].

2.8 Combinações raras de serviço Estas combinações são as que podem atuar por algumas horas durante a vida útil da edificação e geralmente estão associadas aos estados limites irreversíveis.

25

As ações podem atuar com uma frequência de repetição da ordem de 1.000.000 em 50 anos ou que tenha uma duração total da ordem de pelo menos 5%. A ação principal variável é tomada com seu valor característico [ demais ações variáveis são tomadas por seu valor frequente [

.

e todas as

].

2.9 Valores característicos das ações (Fk) Segundo o item 4.7.5.1 da norma VBR 8800, os valores característicos das ações são atribuídos em função da variabilidade de suas intensidades e estão divididos em dois grupos distintos denominados de valores característicos das ações permanentes (Fgk) e valores característicos das ações variáveis (Fqk). As ações permanentes (Fgk) são adotadas pelos valores médios da distribuição de probabilidade de suas ocorrências, enquanto que as ações características variáveis (Fqk) são estabelecidas por consenso cientifico e indicadas em normas específicas como a NBR 6120 e NBR 6123, entre outras. Para as ações que não contemplam uma variabilidade adequada por distribuição de probabilidades, os seus valores característicos passam a ser representados por valores característicos nominais, assegurando o nível de exigência da norma, conforme o item 4.7.5.2. 2.10 Valores representativos das ações (Fr) Os valores representativos são formados pelos valores característicos, valores característicos nominais, valores excepcionais convencionais ou valores reduzidos em função da combinação de ações. 2.11 Valores representativos para o ELU Na verificação do estado limite último (ELU) o valor representativo decorre da combinação de duas ações variáveis quando uma ação se combina com a ação principal, conforme o item 4.7.5.3, de forma que o valor representativo (Fr) é determinado por:

Onde: Fk: Valor característico da ação;

26

: Redutor da probabilidade de ocorrência das duas ações variáveis com naturezas diferentes (Exemplo: sobrecarga de cobertura e vento; sobrecarga de piso e carga de equipamentos usados na fase de construção da obra). 2.12 Valores representativos para o ELS Na verificação no estado limite de serviço (ELS), o seu valor representativo é determinado de acordo com as seguintes combinações de uma ação que acompanha a ação principal: 

Para combinações frequentes:

Onde: Fk: Valor característico da ação no ELS; : Redutor da probabilidade para combinações frequentes 

Para combinações quase permanentes:

Onde: Fk: Valor característico da ação no ELS; : Redutor da probabilidade para combinações quase permanentes Fórmula Genérica para o valor representativo de cálculo no ELS:

Onde: Fd(s): Valor representativo da ação no ELS; Fk: Valor característico da ação no ELS; : Redutor da probabilidade para as combinações desejadas;

27

3 ESTRUTURAS DE CONCRETO ARMADO O concreto é o material de construção mais utilizado no mundo e isso decorre de três razões básicas: consistência plástica no estado fresco que lhe permite assumir variadas formas, boa resistência à ação da água e do fogo e baixo custo de fabricação. (MEHTA & MONTEIRO, 2008) Outra definição para o concreto armado vem dos próprios conceitos da NBR 6118/2014 que o relata como uma estrutura sólida formada por concreto simples e barras de aço. Ele se molda com facilidade e adquire resistência mecânica mediante o endurecimento do cimento Portland, respondendo bem aos esforços de tração, compressão e flexão. O concreto tem grande importância dentro da engenharia, além de ser um objeto permanente de estudo, devido principalmente a fatores que dificultam a análise desse tipo de estrutura. (MOREIRA, 2002) listou alguns poucos desses fatores tão importantes: •

Diferença entre as resistências à tração e compressão do concreto;

•

Não linearidade da relação tensão deformação;

•

Deformações por fluência e retração do concreto;

•

Fissuração do concreto e a transmissão de esforços entre fissuras; O estudo de (SANTIAGO, 2011) tratou da variabilidade que ocorre na produção de

concreto no Brasil, mais precisamente uma investigação a respeito da resistência à compressão de concretos usinados produzidos no nosso país a partir de uma base de dados com mais de seis mil corpos-de-prova moldados in loco no recebimento do concreto. Ele concluiu que a variabilidade das suas propriedades finais decorre da variabilidade dos materiais constituintes, dos equipamentos de produção empregados, dos procedimentos de ensaios e da operação. Verificou ainda que a questão da não conformidade atinge grande parte dos concretos produzidos no país, e que o percentual de concretos não conformes aumenta de acordo com a majoração da classe de resistência do concreto. Segundo (CARVALHO, 2012), o concreto simples é um material formado por água, cimento e agregados, onde ocorre uma reação de hidratação entre o cimento e a água, formando uma estrutura com boa resistência a compressão da ordem de 20 MPa a 40 MPa,

28

sendo chamados de concreto de alto desempenho os que apresentam resistência à compressão superior a 40 MPa. A criação cronológica do Cimento Portland se deu em 1824 pelo francês J. Aspdim que proporcionou as condições necessárias para o surgimento da primeira peça de concreto armado que ocorreu em 1855 com a construção de um barco de argamassa de cimento reforçada com ferro pelo também francês J. L. Lambot. (CARVALHO, 2012), A teoria científica do concreto armado teve início em 1900 por Koenen e posteriormente por Mӧrsch, com base em estudos de numerosos ensaios. O uso de agregados maiores no concreto consiste em redução dos custos sem que seja muito prejudicada a qualidade do material. Também são importantes os agregados menores e a água na quantidade certa para que se tenha um concreto de boa qualidade. O concreto é um material que tem sua resistência à tração apenas cerca de 10% do valor da resistência à compressão e raramente a mesma é considerada nos dimensionamentos e verificações porque o concreto fissura e as perdas de equilíbrio das seções internas comprometem a estrutura como um todo. Segundo (PFEIL, 1975), o concreto armado é um composto do concreto simples acrescido de fios ou barras de aço formando um material único onde obtém de forma sistemática as melhores propriedades do aço predominantemente nas zonas tracionadas e do concreto nas zonas comprimidas. Define ainda que “a resistência à ruptura do concreto é geralmente medida em ensaio de compressão rápido (alguns minutos) de corpos de prova cilíndricos de diâmetro 15 cm e altura 30 cm, com idade de 28 dias, denominando-se resistência característica do concreto (fck) ao valor mínimo estatístico de maneira que 95% dos resultados estejam acima deste valor mínimo”. Com base na norma técnica brasileira NRB 6118/2014, no item 3.1.3, “os elementos de concreto armado são aqueles cujo comportamento estrutural depende da aderência entre o concreto e a armadura, e nos quais não se aplica alongamentos iniciais das armaduras antes da materialização dessas aderências”. Como se verifica na visão de (ROCHA, 1985), (PFEIL, 1975), (CARVALHO, 2012) e na própria norma brasileira NBR 6118/2014, há certa convergência nos conceitos sobre o

29

concreto armado, apesar das formulações serem registradas em tempos e realidades históricas diferentes. De acordo com a atual norma NRB 6118/2014, o valor da resistência à compressão do concreto é tomado com referência aos 28 dias e expresso por ( fcd = fck / γc ), onde o valor do coeficiente de minoração é de 1,4 na maioria das vezes, porém depende do controle ao processo de fabricação. A massa específica do concreto está no limite de 2.000 a 2.800 kgf/m3, podendo se adotar 2.500 kgf/m2 na ausência de dados confiáveis de acordo com o item 8.2.2 da NBR 8800/2014, enquanto que a sua resistência a compressão deve ser maior que 20 MPa e o coeficiente de dilatação térmica do concreto é da ordem de 1,0 x enquanto que o do aço é da ordem de 1,2 x

ºC,

°C daí porque os dois materiais conseguem

trabalhar sem maiores problemas em função da proximidade dos seus coeficientes térmicos em temperaturas ambientais. Enfim, resume-se que o concreto armado é um dos materiais mais bem difundidos e consumidos no mundo inteiro apresentando como pontos positivos técnicas de execução razoavelmente dominadas em todo país, boa resistência à maioria das solicitações, boa trabalhabilidade, possibilidade de estruturas com características monolíticas, durabilidade, ótima resistência ao fogo, possibilidade de pré-moldagem, e excelente resistência a choques, desgastes, vibrações e efeitos térmicos. Já como pontos negativos são evidenciados a necessidade do dimensionamento de peças bem maiores com relação às de aço, a dificuldade em reformas, adaptações muitas vezes de difícil execução, tempo bem maior na execução de obras com relação às de estruturas metálicas e utilização de muitas fôrmas e escoramentos, exceto no caso de prémontagem. 3.1 Algumas mudanças nas normas de concreto ao longo do tempo Uma das grandes mudanças mais significativas que ocorreram nas normas de concreto armado ao longo do tempo consiste no método de cálculo. Enquanto as normas antigas das várias edições da NB1 adotou o critério de dimensionamento pelo método das tensões admissíveis, a NBR 6118 vem adotando o critério dos estados limites últimos (ELU) e os estados limites de serviços (ELS), mesmo a partir da sua primeira versão em 2003.

30

Algumas das significativas mudanças da NBR 6118/2014 com relação à norma antiga NB1 consiste no critério de diretrizes para a durabilidade das estruturas de concreto, tornando principalmente os cobrimentos em função do nível de agressividade ambiental, conforme os itens 6 e 7 da norma. A verificação nos estados de limites últimos (ELU) e de serviços (ELS) relacionados ao colapso ou qualquer outra forma de ruina que determine a paralização do uso da uma estrutura (item 3.2.1) foi uma grande mudança com relação aos modelos antigos da NB1. Já as mudanças mais significativas que ocorreram entre as versões da atual NBR 6118/2014 e a versão anterior de 2007 são as seguintes: Nova concepção para o dimensionamento de pilares na definição de momento mínimo de 1ª ordem nas envoltórias de esforços em situações em que são preponderantes. Os projetos devem ser verificados por outro profissional projetista. Mudança nas fórmulas de dimensionamento para os novos concretos de classes C55 a C90 Mpa, incluindo o módulo de elasticidade inicial e secante. Novos limites de cobrimento mínimo para o concreto armado em contato com o solo. Diagrama de faixa de domínios de tensões e deformações. Limites de ancoragem, taxas de armaduras mínimas e diagrama deslocado para armadura de pele menor ou igual a 5 cm2 por face. Dimensionamento de lajes em balanço e dimensões mínimas e taxas de armaduras para lajes. 3.2 Pilares de concreto armado Apesar de que quase todas as estruturas de uma obra possam ser feitas de concreto armado, esta monografia enfoca apenas as estruturas de pilares com seções retangulares em virtude do alinhamento dos objetivos deste trabalho que aborda apenas os aspectos da recuperação estrutural destes elementos. (SANTIAGO, 2011) definiu que pilares de concreto armado são elementos estruturais lineares, normalmente verticais, cuja função é receber as ações atuantes nos

31

diversos níveis da estrutura e conduzi-las até a fundação. Eles costumam possuir seção e armaduras constantes ao longo de cada um de seus lances em edifícios usuais de múltiplos pavimentos. Os pilares são elementos estruturais que necessitam de cálculos precisos para atender às funções a que se destinam, pois a ruína de um único pilar poderá resultar no colapso parcial de outros pilares ou no colapso de vãos intermediários e mesmo na ruina de toda edificação. 3.3 Dimensionamentos de pilares de concreto armado Pelo fato do dimensionamento de todas as estruturas de concreto armado de uma edificação ser uma tarefa trabalhosa de forma manual, este trabalho focará apenas o dimensionamento dos pilares estruturais de concreto, visando se alinhar ao objeto deste TCC que consiste em estudar os pontos positivos e negativos na recuperação estrutural de pilares de concreto armado utilizando perfis laminados de aço. Já segundo (ROCHA, 1985), no estádio elástico, o pilar se deforma realizando uma curvatura ε. Tendo em vista a aderência entre o ferro e o concreto e supondo iguais os coeficientes de dilatação provenientes da variação de temperatura para os dois materiais, o encurtamento do concreto é igual ao encurtamento do aço. Os pilares de concreto armado devem ser dimensionados em conformidade com os itens 13.2.3, 18.4.1, 18.4.2 e 18.4.3 da norma NBR 6118/2014, levando em consideração também os efeitos da não linearidade de cálculo. Os procedimentos devem obedecer às prescrições da norma, com base nos estados limites últimos (ELU) e estados limites de serviço (ELS), envolvendo a nova concepção para o caso de pilares de concreto armado aonde a verificação dos componentes das cargas chegam aos pilares através de uma distribuição em todos os sentidos no plano horizontal e não apenas nas duas direções principais X e Y que permitia na versão da norma de 2007. 3.4 Conceitos normativos básicos para dimensionamento de pilares de concreto armado A nova versão da norma (NBR 6118/2014 de Projetos de Estrutura de Concreto – Procedimentos) foi lançada recentemente e servirá de referência para todos os itens deste capítulo relacionados ao concreto, desde que não esteja explicitada outra norma de forma clara.

32

Com relação ao dimensionamento de pilares de concreto armado houve uma mudança da versão da NBR 6118/ 2003 para a NBR 6118/ 2014, especificamente quando se refere às imperfeições geométricas e globais dos pilares. Até a versão de 2003 para efeito de cálculo a norma de concreto considerava os desaprumos e imperfeições geométricas apenas nos dois eixos ortogonais, enquanto que na nova versão da norma de 2014 propõe uma envoltória mínima de primeira e segunda ordem dos valores dos momentos nos pilares, conforme os itens 11.3.3.4.3 e 15.3.2. A meu ver este procedimento praticamente inviabiliza o processo manual de dimensionamento de pilares de concreto armado, uma vez que impõe muita dificuldade para tal procedimento, tornando-o muito trabalhoso e sendo praticamente exequível apenas com uso de softwares estruturais. Talvez por perceber o grau de dificuldade de um calculista em fazer uma verificação manual deste procedimento, a nova norma introduziu a palavra “pode” e não “deve” no item 11.3.3.4.3, dando certa flexibilidade na decisão de considerar ou não esta elipse de envoltória de momentos em torno de todas as direções do pilar. É bom lembrar que esta dificuldade está superada quando se usa sistemas computacionais nos dimensionamentos de pilares, ficando inviabilizados procedimentos de verificação manual que tem grande importância nas decisões de projetos estruturais pelos calculistas. Feita estas ressalvas o procedimento de cálculo de pilares de concreto armado está definido no item 8.2.4, 12.3, 13.2.3, 13.3 e 18,5 dos Capítulos 8, 12, 13 e 18, enquanto que as ações que chegarão aos pilares deverão ser calculadas de acordo com o Capítulo 11 da norma. Segundo (PFEIL, 1976), o cálculo da estabilidade das seções de concreto armado se faz empregando os valores característicos da resistência dos dois materiais do concreto e do aço. Como se pode ver o conceito de dimensionamento da década de 1970 continua tão atual quanto os da norma vigente. 3.5 Patologia estrutural do concreto armado A definição de (MOREIRA, 2002) sobre patologia é que ela pode ser entendida como a parte da engenharia que estuda os sintomas, o mecanismo, as causas e as origens dos defeitos

33

das construções, ou seja, é o estudo das partes que compõem o diagnóstico do problema de uma construção defeituosa. De acordo com essa definição, a patologia do concreto armado está relacionada às alterações dos seus componentes. O que se deve fazer para minimizar o surgimento de uma patologia estrutural é reunir uma série de ações que impeçam a ocorrência destas anomalias estruturais. Segundo (SILVA, 2006), resistência e durabilidade são algumas das características que um concreto armado deve ter, porém erros em projetos, execução sem obedecer ao projeto estrutural, uso de material de construção de baixa qualidade e falta de conservação das obras contribuem para a degradação prematura da estrutura, não atingindo o tempo de vida útil para o qual foi projetada. Para entender as principais razões da necessidade de reforços em peças de concreto armado devido à patologia estrutural ou para a necessidade de aumento de carga nestas estruturas, (BEBER, 1999) listou as seguintes: •

Mudança da utilização prática da estrutura, podendo conduzir a um aumento da carga sobre ela aplicada;

•

Remoção ou rearranjo estrutural durante o processo de renovação de uma construção, conduzindo a uma redistribuição de esforços e à necessidade de reforço;

•

Exposição a condições adversas, que podem provocar danos ao concreto e as barras de armaduras;

•

Projeto feito fora dos padrões estabelecidos pelas normas técnicas;

•

Insuficiência nas barras de armadura, o que pode resultar em seções de aço insuficientes;

•

Danos estruturais causados devido a explosões, impacto de veículos, incêndios, e outros sinistros. Para (BERTONILI, 2010), por causa dos efeitos do ambiente, um elemento de

construção qualquer sofre, ao longo do tempo, uma decadência progressiva do seu desempenho, à medida que se alteram os materiais de que é feito. Como parâmetro cronológico o autor considera a vida útil de um edifício em torno de 50 anos e a de uma ponte em cerca de 100 anos.

34

Construções de concreto que apresentam manifestações patológicas em intensidade e incidência significativas acarretam elevados custos para sua correção. Sempre há comprometimento dos aspectos estéticos e, na maioria das vezes, redução da capacidade resistente, podendo chegar inclusive ao colapso parcial ou total da estrutura. (MOREIRA, 2002) Os riscos com colapso estrutural nas recuperações de estruturas de concreto armado são proporcionais as suas patologias, visto que pode ocorrer redistribuição dos esforços desestabilizando o sistema estrutural parcial ou total e provocando a ruina estrutural que sempre vem acompanhada de grandes perdas materiais e de vidas humanas. (BERTONILI, 2010) A cronologia de durabilidade de obras é muito relativa porque depende de inúmeros fatores físico-químicos e probabilísticos. Existem obras construídas com aço e outras com concreto armado que já duram mais de 100 anos e continuam desempenhando o seu papel. Outras não conseguem ter durabilidade satisfatória, não atingindo nem mesmo a metade do tempo da sua vida útil prevista em decorrência de patologias estruturais causadas por diversos fatores, dentre os quais, projetos ou execuções inadequadas, mudança de finalidade para a qual a edificação foi construída e até mesmo por interferência direta de catástrofes naturais. (BERTONILI, 2010) De acordo com (SOUZA, 1998), as normas e regulamentos optaram por estabelecer os critérios que permitem aos responsáveis individualizar, convenientemente, modelos duráveis para as suas construções, a partir da definição de classes de exposição das estruturas e de seus componentes em função da deterioração a que estarão submetidas, a partir de: • corrosão das armaduras, sob o efeito da carbonatação ou dos cloretos, por tipo de ambiente; • ação do frio e/ou do calor, também por tipo de ambiente; • agressividade química. Para cada caso ou combinação de casos, as classes de exposição de obras em concreto armado indicarão níveis de risco ou parâmetros mínimos a serem observados como condição primeira para que se consiga uma construção durável. Assim, estarão definidos: • dosagem mínima de cimento;

35

•fator água/cimento máximo; • classe de resistência mínima do concreto; • cobrimento mínimo das barras das armaduras; • método de cura. Os principais fatores que levam as estruturas a se deteriorarem com o aparecimento de patologia estrutural consistem na utilização de materiais fora de especificações técnicas, ausência de projeto estrutural da obra ou mesmo a sua ausência total, erros de execução, problemas de fundações e uso de sobrecargas não previstas no projeto inicial, dentre outros. 4 ESTRUTURAS METÁLICAS Segundo (PANNONNI, 2001) “aço carbono são ligas de ferro-carbono contendo geralmente de 0,008% a 2,11% de carbono, além de certos elementos residuais resultantes dos processos de fabricação, enquanto que os aços liga são aços carbonos que contém outros elementos de liga, ou apresenta os elementos residuais em teores acima dos que são considerados normais”. Os principais aços usados em estruturas são o ASTM A-36 com 0.23% de carbono e o ASTM A-572-Grau 50 com 0.20% de carbono. Geralmente o aço apresenta boa resposta estrutural tendo como características básicas o alto módulo de elasticidade e grandes resistências à tração e compressão comparadas ao concreto armado. Os perfis metálicos podem ser formados por processos laminados para estruturas mais carregadas ou por chapas formadas a frio para estruturas menos carregadas. Segundo (BERTONILI, 2010), os materiais formados por ligas metálicas, como por exemplo, o aço, sofre pouca influência das ações reológicas, não contribuindo significativamente para a diminuição de suas resistências ao longo do tempo, como ocorre no concreto armado. Por outro lado, estes materiais deverão ser protegidos com primes e tintas específicas para evitar o contato direto de suas superfícies com a atmosfera, dificultando assim o processo de corrosão. Ele ainda afirma que outro fator importante na proteção de estruturas metálicas consiste na inserção dos seus perfis em uma camada de concreto ou de argamassa a base de cimento pelo fato destes materiais terem um PH maior que 12.5, protegendo assim quimicamente o aço, em função da alcalinidade produzida pelo Ca(OH)2 presente na composição química do cimento. Outro tipo de proteção que o cobrimento com concreto pode proporcionar a uma peça de aço é a criação de barreiras químicas e físicas, de

36

forma parcial, contra gases e líquidos do ambiente, semelhante ao que ocorre com as proteções de armaduras de aço inseridas dentro concreto armado. Analisando alguns parâmetros estatísticos envolvendo o aço e o próprio concreto armado como peças estruturais, (REBELLO, 2009) cita como ordem de grandeza algumas vantagens do uso das estruturas metálicas com relação ao concreto tradicional: •

A tensão de compressão média do aço é da ordem de 10 (dez) vezes à tensão média de compressão de uma peça de concreto com a mesma dimensão e geometria.

•

A tensão de tração média no concreto corresponde a cerca de 10% da sua tensão média de compressão.

•

A tensão de tração média do aço é da ordem de 100 (cem) vezes à tensão média de tração de uma peça de concreto de mesma dimensão.

•

O aço tem um alto módulo de elasticidade médio da ordem de Ea = 210 GPa, comparado com o módulo de elasticidade médio de concretos comuns que é da ordem de Ec = 24 GPa, (para uma faixa de oscilação de Ec = 18 a 30 GPa). Verificando estes parâmetros citados pelo Prof. Yoponan Rebello, pode-se demonstrar

apenas como ordem de grandeza para comparar a resistência média dos dois materiais que, para esforços de compressão o aço tem uma resistência mecânica cerca de dez vezes à resistência de uma peça de concreto com a mesma geometria. O comparativo entre os valores médios dos módulos de elasticidade dos dois materiais, também aponta para um razão de 10:1, ou seja, o módulo de elasticidade do aço (Ea) é cerca de 10 vezes o módulo de elasticidade do concreto (Ec), significando na prática que, para uma mesma faixa de tensão aplicada em uma peça de estrutura metálica e em outra de concreto armado com as mesmas dimensões e geometria, a seção de aço se deformaria em média 10 vezes menos do que a seção de concreto, razão pela qual este conjunto de fatores faz com que se consiga dimensionamento de peças de estruturas metálicas com seções bem menores e mais leves do que outras peças de concreto armado, mesmo levando em consideração a adição das armaduras que trabalham no concreto armado para estabilizar as suas zonas tracionadas. Somente os parâmetros de resistência à tração do concreto com cerca de 10% da sua resistência à compressão já mostram a inviabilidade deste material quando submetido a estes esforços. Os fenômenos de retração e fluência em função do tempo é outro agravante para a

37

sua viabilidade porque provocam fissurações onde se transforma em um fator determinante para a perda de estabilidade. Como solução para continuar utilizando o concreto como peça estrutural, deve-se adicionar armaduras de aço, geralmente com tensão de escoamento entre 500 a 600 MPa, dentro das regiões tracionadas, transformando o conjunto de concreto simples mais armaduras de aço em concreto armado que proporciona uma boa resposta estrutural às obras comuns de edifícios, porém ainda em certa desvantagem no ponto de vista de resistência mecânica quando comparadas aos perfis de aço. 4.1 Conceitos de peças metálicas comprimidas Este trabalho enfoca o estudo de recuperação estrutural de pilares, e por esta razão os conceitos se voltam predominantemente para peças comprimidas. Segundo (PFEIL, 1980), “Os esforços de tração tendem a retificar as hastes reduzindo o efeito de curvaturas iniciais porventura existentes. Os esforços de compressão, ao contrário, tendem a aumentar os efeitos de curvaturas iniciais e, acima de certo valor, provocam deslocamentos laterais visíveis; diz-se então que a haste apresenta flambagem, que é a instabilidade provocada por esforços de compressão”. O autor ainda definiu o comprimento de flambagem de um pilar ou de uma barra comprimida qualquer, como a distância real entre os momentos nulos, ou seja, caso a barra esteja articulada nos dois apoios, o comprimento de flambagem coincide com o mesmo tamanho longitudinal da peça, pois neste caso os momentos nulos ocorrem nas extremidades e seus valores crescem na medida em que se distanciam delas, convencionando-se um coeficiente de flambagem de [ k = 1,0 ]. Já quando se trata de uma peça comprimida com um apoio articulado de lado e um apoio engastado no outro, os momentos nulos para cargas distribuídas ocorrem aproximadamente a uma distância de cerca de 70% do tamanho longitudinal do vão no sentido do apoio rotulado para o apoio engastado, convencionando-se para este caso o coeficiente de flambagem de [k=0,7]. Baseado no mesmo conceito quando se trata de uma peça comprimida com cargas distribuídas onde os dois apoios são engastado, os momentos nulos ocorrem em torno de 25% do comprimento do vão no sentido dos apoios para o centro, convencionando-se para este caso o coeficiente de flambagem de [k=0,7].

38

Finalmente se convenciona um comprimento de flambagem de [k = 2] quando se trata de uma barra engastada na base e livre no topo, visto que a peça terá uma tendência de duas vezes maiores de flambar porque está sem restrição a giro ou deslocamento no apoio do topo (PFEIL, 1980). Estes índices estudados há séculos pela comunidade científica continuam inalterados até hoje no seu princípio fundamental de acordo com o Anexo E da NBR 8800/2008 que apresenta os coeficientes de flambagem por flexão para elementos isolados semelhantes aos apresentados por Euler. Existe ainda a possibilidade dos apoios não serem completamente livres ao giro nem completamente engastados, também denominados por alguns autores de ligações semirrígidas, gerando valores intermediários de coeficientes de flambagem que não será abordado neste trabalho, mas que poderá ser facilmente pesquisado na literatura científica. 4.2 Força crítica de compressão em estruturas metálicas Segundo (PFEIL, 1980), existe em peças comprimidas uma força crítica limite levando em consideração o efeito da flambagem onde as cargas solicitantes não devem ultrapassar esta força limite. Com isto, quando se leva em consideração os conceitos da força limite de compressão uma peça pode continuar estável mesmo levando em consideração o efeito da flambagem. Os conceitos relacionados à força crítica de peças comprimidas vêm sendo incluídos na pauta científica há séculos, desde quando o matemático suíço Leonhard Euler (1707 – 1783) descobriu uma relação que existe entre as variáveis: rigidez (EI), área da peça comprimida (Ag) e o comprimento de flambagem (kL). Ele agrupou estas variáveis em uma equação que calcula a carga crítica de uma peça comprimida que mais tarde ficou conhecida como fórmula de Euler em sua homenagem e consiste em parâmetro primordial para se determinar a carga crítica de uma peça comprimida (Fcr) de forma preliminar (PFEIL, 1980). Fórmula de Euler:

= Onde:

39

: Força crítica de compressão; EI: Rigidez da seção (produto do módulo de elasticidade pelo momento de inércia); K: Constante de apoios para efeito de flambagem; L: Comprimento não travado da peça; Deixando de lado o procedimento matemático que está disponível na bibliografia deste trabalho, a fórmula de Euler também pode ser escrita em função do raio de giração e passa a ser enunciada da seguinte forma:

= Onde: i: Raio de giração da peça; Ainda segundo (PFEIL, 1980), os casos mais comuns de flambagem são devidos ao efeito de esforço normal de compressão associado à flexão que retrata de forma mais realística o comportamento de peças comprimidas. Visando impor limites para as peças comprimidas de forma a evitar a instabilidade por flambagem, as normas técnicas criaram um limite para a esbeltez máxima para pilares. A NBR 8800/2008 no item 5.3.4.2 estabelece que o limite de esbeltez máximo para pilares e peças comprimidas não seja superior a 200 para comprimento destravado. Os pilares e peças comprimidas em geral contemplam a necessidade da verificação das tensões normais onde em nenhuma das hipóteses as cargas solicitantes podem superar as cargas resistentes. Além desta verificação inicial, as peças comprimidas também necessitam do cálculo da flambagem conforme a fórmula de Euler. Quando se tratar de pilares e peças comprimidas confeccionadas com elementos muito resistentes como aço, alumínio e outras ligas metálicas haverá a necessidade de se fazer outras verificações de efeito local de mesas e de alma dos perfis e também precisa verificar efeitos de torção e flexão isoladamente ou em conjunto, visto que se trata de peças muito esbeltas com relação ao concreto armado ou madeira que são robustas.

40

4.3 Dimensionamento de pilares com perfis metálicos Como já abordado, os pilares metálicos especialmente os de perfis H, I, retangulares e circulares vazados possuem em geral massas longe do seu centro de cargas de maneira que resiste melhor aos esforços solicitantes uma vez que se tem elevado momento de inércia da peça com peso relativamente baixo. (REBELLO, 2009) Sabe-se que estas estruturas trabalham predominantemente a esforços de compressão e são carregadas também em alguns casos com esforços horizontais, principalmente devido à ação do vento em coberturas e paredes de edifícios, causando momentos (força x distância) causados por excentricidade geométrica, aplicação de cargas fora do centro de massas ou imperfeições construtivas. Outro fator importante no dimensionamento de pilares metálicos consiste no fato do aço estrutural ter elevada tensão de escoamento (Fy) à compressão e à tração com valores mínimos de 250 MPa e um grande módulo de elasticidade (E) da ordem de 250 GPa, fazendo com que o valor da rigidez que é o produto (EI) seja elevado e aumente consideravelmente a capacidade de carga da peça à compressão, de acordo com a fórmula de Euler. Neste trabalho adotaremos o dimensionamento de pilares apenas à compressão simples para facilitar os procedimentos matemáticos expositivos. Os procedimentos de dimensionamento de pilares metálicos são de domínio científico e usam predominantemente fórmulas e conceitos da Resistência dos Materiais associados com as regulamentações normativas, especialmente a NBR 8800/2008 – 2ª edição que aborda o projeto de estruturas de aço e de estruturas mistas de aço e concreto de edifícios. Dimensionar uma estrutura de um pilar significa dotá-la de condições para que, sob a ação de cargas normais ou sob combinações desfavoráveis de carregamentos de uso normal ou excepcional ela possa responder, de maneira segura, as questões de tensões e deformações. (REBELLO, 2009) No método de dimensionamento de pilares metálicos devem ser levados em conta os estados-limites últimos (ELU) e os estados limites em serviços (ELS) conforme determina o Item 4.6.2 da norma NBR 8800/2008.

41

Em uma análise estrutural se deve considerar a influência de todas as ações que possam produzir efeitos significativos para a estrutura levando-se em conta todos os limites últimos (ELU) e de serviços (ELS), de acordo com o item 4.7.1.1 da norma. Dimensionamento

de

estruturas

à

compressão

mais

complexo

do

que

dimensionamento de estruturas tracionadas em virtude do fenômeno de flambagem que não existe na tração, além das verificações das tensões resistentes e solicitantes de cálculo que devem ser verificadas em ambos os casos. Quando se trata de estruturas metálicas comprimidas o problema fica ainda pior porque podem apresentar instabilidades gerais ou instabilidades locais com a possibilidade de flambagem de mesas ou almas de determinados perfis. A razão principal para isto é o fato de que perfis de aço tipo I, H, U, Z e T têm suas abas bem mais esbeltas do que outras peças em concreto armado pelo fato do aço apresentar uma resistência à compressão e módulo de elasticidade bem superior com relação aos outros materiais como o concreto armado. O estudo do dimensionamento dos pilares à compressão que é um dos objetivos deste trabalho sofre os efeitos de flambagem e por esta razão devem obedecer rigorosamente os critérios de dimensionamento da norma NRB 8800/2008. Por conseguinte, para facilitar a compreensão do objetivo deste trabalho sem levar em consideração outras ações que agem nas estruturas comprimidas, o valor da resistência axial em um pilar metálico à ruptura (Nc,Rd) é função direta da área bruta da seção transversal da peça (

), da tensão de escoamento do aço ( ), do fator de redução para a flambagem

localizada (Q) ,do fator de redução para flambagem à flexão e torção (X) e função inversa do coeficiente de minoração da resistência (

)

Nc,Rd = Q X Onde: Q = Fator de redução para a flambagem localizada

42

A flambagem à flexão e à torção de uma peça é função da relação entre o seu comprimento e sua seção transversal e é mensurada através do índice de esbeltez normal ( que é a relação entre o comprimento de flambagem e seu raio de giração A norma NBR 8800/2008 usa o índice de esbeltez reduzido

para o valor da tensão

resistente (Nc,Rd) em função do tipo de seção de perfis circulares ou tubulares com abas do tipo AA e AL de acordo com o ANEXO F e o item 5.5.3.2 da NBR 8800/2008. Para a determinação do fator Q em carregamentos estáticos, usa-se o efeito da flambagem local com elementos de seções transversais, exceto as seções em perfis tubulares redondas. Denominam-se AA quando há duas bordas vinculadas e AL quando possui apenas uma borda longitudinal vinculada e a outra livre, de acordo com o item 5.1.2.2.1 da norma. O parâmetro de esbeltez e dado por 5.1.2.2.3 e 5.1.2.2.4 e

sendo

obtido de acordo com os itens

sendo a espessura da chapa analisada.

As seções dos perfis metálicos são classificadas em compactas e semicompactas e a esbeltez deve está dentro da relação

.

Seções compactas ocorrem quando nos elementos comprimidos

e as mesas

estão ligadas continuamente a alma, conforme o item (5.1.2.1.3) da norma. Seções semicompactas ocorrem quando possui um ou mais elementos comprimidos onde

(5.1.2.4) da norma.

4.4 Ligações metálicas (VASCONCELLOS, 2011) define união de peças metálicas como o processo de ligação aplicado a todos os detalhes construtivos que promovem a união entre as partes de uma estrutura e da sua união com elementos externos a ela. Um dos fatores mais importantes em obras que utiliza peças estruturais de aço é o processo de cálculo e de execução de suas ligações metálicas. Isto se aplica tanto em obras que têm o aço como base sistêmica da concepção estrutural, quanto em obras onde o aço é coadjuvante do concreto armado ou de outro tipo de material. Uma ligação calculada de forma errada ou a sua execução fora dos procedimentos normativos geralmente são causas dos grandes acidentes que envolvem as obras metálicas. Isto ocorre porque em alguns casos há

43

transferência de esforços muito grande entre duas ou mais peças de uma estrutura justamente nas suas juntas de ligações que devem suportar todas as cargas atuantes e apresentar uma demanda de resistência maior do que as das próprias peças que estão sendo unidas. Vários processos em ligações metálicas podem ser usados nas indústrias e nas obras em geral, destacando-se as ligações com parafusos ou arrebites, ligações por aquecimento com chama oxiacetilênica ou com mistura de oxigênio ou outro gás carburante, ligações com troca de calor pelo efeito joule, além dos processos com arco voltaico usando eletrodos revestidos ou qualquer outro tipo de procedimento industrial MIG, MAG e TIG. Apesar dos diversos tipos de processos de soldagens existentes, o setor de obras de recuperação estrutural utiliza mais a solda de arco voltaico com eletrodos revestidos, uma vez que os serviços são realizados normalmente na própria obra. Basicamente as ligações soldadas e parafusadas são os dois tipos mais utilizados na atualidade e devem ser dimensionadas levando em conta os valores solicitantes majorados e os valores mimos seguintes das resistências à tração do metal de solda (fw), à ruptura de parafusos ou conectores (fub) e ao escoamento de parafusos ou conectores (fyb): -

Para a resistência mínima a tração de metais de solda com os seguintes eletrodos:

classe 60 (E60XX) para fw = 415 MPa; classe 70 (E70XX) para fw = 485 MPa; classe 80 (E80XX) para fw = 550 MPa. Fonte: (A4 da NBR 8800/2008). -

Para resistências mínimas de solda de conectores de cisalhamento tipo pino com

cabeça: usar especificações da norma AWS D1.1. O aço estrutural para conectores com diâmetro até 22,2 mm deve ser o ASTM A108 - GRAU 1020, devendo respeitar os limites de fub ≥ 415 MPa e fyb ≥ 345 MPa, além de considerar um alongamento mínimo de 50 mm de 20% dos seus valores e redução mínima de área de 50%. Fonte: (A5 da NBR 8800/2008). -

Para as resistências mínimas à ruptura e ao escoamento dos seguintes parafusos:

ASTM A307 para fub ≥ 415 MPa; Isso 899-1 C. 4.6 para fub ≥ 400 MPa e fyb ≥ 235 MPa; ASTM A 325 para fub ≥ 725 MPa e fyb ≥ 560 MPa; Iso 4016 C. 8.8 para fub ≥ 800 MPa e fyb ≥ 640 MPa; ASTM A 490 para fub ≥ 1035 MPa e fyb ≥ 895 MPa; Iso 4016 C. 10.9 para fub ≥ 1000 MPa e fyb ≥ 900 MPa. Fonte: (A4 da NBR 8800/2008). O tipo de ligação, bem como o seu processo construtivo deve ser objeto de um projeto específico. Parafusos e ligações soldadas podem trabalhar à tração, à compressão, à

44

flexão, à torção e ao cisalhamento e cada ligação deve ser dimensionada de acordo com suas solicitações e prescrições normativas. Cuidados especiais devem ser tomados na escolha e dimensionamento de parafusos e soldas em função dos efeitos de esforços repetitivos que poderá causar fadiga nas ligações, de conformidade com o ANEXO K da NBR 8800/2008. Nos processos de soldagem por arco voltaico em aços de baixa liga ou mesmo em qualquer estrutura com grandes aportes de tensões, deve-se evitar o uso de eletrodos com revestimento celulósico da família E60XX, visto que a quantidade de umidade em torno de 5% nos revestimentos destes eletrodos facilita a migração de átomos de hidrogênio para a ZTA (zona termicamente afetada). Fissurações podem ocorrer decorrentes da acomodação deste gás nos nichos que se forma entre a poça de fusão e as zonas não afetadas termicamente. Um teor significativo de hidrogênio na ZTA poderá ficar retido formando bolhas que proporcionam planos de fissuração, diminuindo a resistência das peças a serem unidas pelo processo de solda (ESAB, 2005). 5 ESTRUTURAS MISTAS O conceito de estruturas mistas está ligado ao uso simultâneo de resistência com perfis metálicos e também utilizando aportes de resistências da seção do concreto armado, envolvendo especificamente a parcela de contribuição da parte das armaduras e a parcela de contribuição da parte do concreto. Uma das grandes vantagens do uso das estruturas mistas consiste no fato dos coeficientes de dilatação térmica do concreto, das armaduras e dos próprios perfis metálicos serem muito próximos, não causando problemas de cisalhamento por dilatação térmica em temperatura ambiental. Outra vantagem do uso deste tipo de estrutura é o processo de solidarização que ocorre entre o concreto, as armaduras e os perfis metálicos provocando ancoragens perfeitas entre os elementos. Por fim, os perfis metálicos podem ser protegidos fisicamente e quimicamente pelo concreto, caso o mesmo envolva consideravelmente as peças metálicas. 5.1 Dimensionamento de pilares misto de aço e concreto armado De acordo com (REBELLO, 2009), as aplicações na engenharia estrutural que pode acontecer como ganho de resistência adicional é quando se associa uma estrutura metálica

45

com o concreto armado, aproveitando assim as melhores propriedades de cada material que passa a trabalhar como uma única estrutura. Todos os conceitos abordados abaixo sobre pilares mistos se baseiam em (REBELLO, 2009) que com a ajuda de muitos profissionais especialistas na área conseguiu aglutinar os conceitos e normas sobre este assunto no mesmo trabalho. O aço por ser um material bem mais resistente do que o concreto é utilizado nas estruturas mistas em geral predominantemente nas zonas tracionadas, enquanto que o concreto que tem custo construtivo bem inferior ao do aço responde bem aos esforços de compressão e é utilizado exatamente nas zonas comprimidas. Já o uso específico do aço em pilares mistos é mais eficiente quando se utiliza um pilar tipo H e em algumas situações podem ser usados perfis tubulares com seção retangular ou circular. Isto ocorre porque o concreto em contato direto com uma estrutura metálica a protege fisicamente e quimicamente em função de um PH alcalino dos componentes do cimento Portland. Em tese, as estruturas mistas utilizam de forma eficiente as melhores propriedades de cada uma das duas substâncias que se unem formando uma única estrutura com razoável resistência mecânica e em muitos casos com ótima resposta de proteção a incêndio. As ações que chegam aos pilares de estruturas mistas são calculadas da mesma forma com a mesma metodologia das estruturas de concreto armado. Anteriormente já foi demostrado o passo a passo para o cálculo destas ações e não contribuiria em nada a sua repetição. Para facilitar a compreensão do passo a passo do procedimento de cálculo consideramos a situação mais comum em projeto que consiste nos pilares mistos simétricos, de seção constante e com carregamento predominantemente axial. O primeiro passo para se verificar se o pilar pode ou não ser dimensionado como pilar misto se faz através de um índice que retrata o fator de contribuição do aço no conjunto aço e concreto que é calculado pela equação abaixo, conforme é especificado em Manual da CBCA. (REBELLO, 2009) δ = (fyd . Aa) / Npl,Rd Sendo:

46

δ: Fator de Contribuição ( fyd . Aa ): Força devido a resistência do perfil de aço. Npl,Rd: Força devido a resistência do concreto armado, somando a contribuição das armaduras e do concreto separadamente. Valores referenciais do fator de Contribuição: -

Para o fator de contribuição baixo com δ ≤ 0,2, o pilar deve ser dimensionado como

pilar de concreto armado e não deve ser considera a contribuição do aço do perfil. -

Para fator de contribuição alto com δ ≥ 0,9, o pilar deve ser dimensionado como pilar

simples de aço, não considerando a contribuição do concreto armado. -

Para fator de contribuição entre o intervalo de 0,2 a 0,9, o pilar deve ser

dimensionado como pilar misto com contribuição de aporte de carga do concreto armado e do perfil de aço. Para aumentar a resistência do perfil metálico ao fogo e mecânica, podem ser previstas armações longitudinais limitadas pelos seguintes critérios: -

Para seções revestidas:

0,3% ≤ Ρ (mínimo) ≥ 4%

-

Para seções preenchidas

0,0 ≤ Ρ (mínimo) ≥ 4%

Onde: Ρ = Taxa de armadura de aço do concreto armado Força total de dimensionamento em função das três parcelas de forças: Npl,Rd = fyd . Aa

. fcd . Ac + fsd . As

Parcelas de forças: ( fyd . Aa ) : Força devido o perfil de aço. (

. fcd . Ac ) : Força devido o concreto simples.

( fsd . As ) : Força devido a armação no concreto. Variáveis:

47

Aa = Seção do perfil de aço. Ac = Seção do concreto. As = Seção das armaduras do aço do concreto armado fyd = Tensão de dimensionamento do aço do perfil que é função das cargas atuantes e do coeficiente de segurança.

Npl,Rd = Força total referente a atuação simultânea do aço do perfil, do concreto simples e da armadura de aço do concreto armado. 5.2 Dimensionamento de pilares mistos no caso específico de compressão centrada O procedimento de cálculo a seguir se restringe ao modelo de dimensionamento de pilares mistos submetidos à compressão centrada para facilitar a compreensão dos cálculos manuais que serão executados no estudo de caso proposto. Todo procedimento de cálculo continua baseado em (REBELLO, 2009) abordando o passo a passo para uma melhor compreensão dos procedimentos. O primeiro procedimento de cálculo consiste na limitação do índice de esbeltez mínimo que deve obedecer a seguinte relação: Índice de esbeltez mínimo: ( ,m) = √Npl,R/Ne

para: ( ,m) ≤ 2

Onde: ( ,m) = Índice de esbeltez mínimo. Npl,R = força resistente devido ao perfil de aço, ao concreto e as armaduras do concreto. Ne = força axial de flambagem elástica conhecida pela fórmula de Euler. A força axial de flambagem elástica, também conhecida por fórmula de Euler, é calculada em função da rigidez elástica (EI)е, constante de vínculos (k) e comprimento não travado do pilar (L). Força axial de flambagem elástica:

48

Ne = π².(EI)е / (k . L) ² (EI)е = Ea . Ia + 0,6 . Ec,red . Ic + Es . Is Onde: π: constante matemática; (EI)е: rigidez efetiva da seção mista levando em conta os efeitos da retração e fluência do concreto; K: constante de vínculos; L: comprimento não travado; Ia: momento de inércia da seção do perfil de aço; Ice: momento de inércia da seção do concreto; Si: momento de inércia das seções das armaduras de aço do concreto armado; Ia: módulo de elasticidade do aço do perfil; Ec,red : módulo de elasticidade reduzido do concreto, levando em conta os efeitos da retração e fluência do concreto; Es: módulo de elasticidade das armaduras de aço do concreto; O modulo de elasticidade reduzido do concreto é dado por: Ec,red = Ec / [ 1 + Ø . (Ng,nd / Nsd ) ] Onde: Ec: módulo de elasticidade normal do concreto; Ng,nd: força solicitante de dimensionamento considerando apenas as cargas permanentes; Nsd: força solicitante de cálculo considerando todas as cargas; Ø = 2,5 para seções revestidas;

49

Ø = 0,0 para seções preenchidas; Diante dos valores calculados, obtém-se a força resistente de compressão levando em consideração a condição do índice de esbeltez de (λo,m) ≤ 2, a tensão resistente no aço do perfil, o fator de forma, a tensão de compressão de concreto, tensão de compressão das armaduras de aço no concreto e as áreas do perfil, do concreto e das armaduras de aço no concreto. Força axial resistente de cálculo da seção transversal à plastificação total:

Onde: Npl,R = Força total resistente do pilar misto com a atuação simultânea do aço do perfil, do concreto simples e da armadura de aço do concreto armado; Fy: tensão de escoamento do aço do perfil; Aa: seção do perfil de aço; = perfis I o H) fck: tensão de compressão do concreto; Ac: seção do concreto; As: seção das armaduras do aço do concreto armado; Daí aplicando-se o coeficiente de segurança da minoração da força resistente de cálculo temos a força axial resistente de cálculo: Força total resistente de cálculo Nrd = χ . Npl,Rd Sendo: χ: fator de redução da resistência determinada pela Tabela 03 da norma NBR 8800 em função do índice de esbeltez mínimo;

50

Tabela 03 – Valores de χ em função do índice de esbeltez.

Fonte: (REBELLO, 2009)

Finalmente lembra-se que o cálculo da resistência final de um pilar misto leva em consideração as resistências do perfil metálico, das armaduras do concreto e da seção de concreto, enquanto a rigidez efetiva leva em consideração também os três fatores de resistência considerando que no módulo de elasticidade do concreto se utiliza o módulo de elasticidade reduzido para levar em consideração os efeitos da retração e da fluência. A boa aderência entre os dois materiais, a facilidade de modelagem com fôrmas, a resistência à compressão do concreto nas zonas comprimidas e a resistência à tração do aço

51

nas zonas tracionadas são fatores importantes que contribuem para o uso deste material em larga escala no mundo inteiro. O concreto armado geralmente é dimensionado com base na proporção de linearidade entre as tensões aplicadas e as suas deformações. Diferentemente do aço que é um material homogêneo e tem sua tensão de compressão igual à tensão de tração em peças curtas, sem levar em consideração a flambagem, o concreto armado tem comportamento diferente e suas resistências à tração e à compressão dependem respectivamente das propriedades do aço e do concreto. Outro aspecto que pilares de concreto armado que diferem dos pilares de aço consiste nas propriedades das deformações lentas que ocorrem pela fluência e retração do concreto, proporcionando aumento das deformações ao longo do tempo. 6 RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL E AUMENTO DA CAPACIDADE DE CARGA DE PILARES EM CONCRETO ARMADO O uso de perfis de aço na recuperação de pilares de concreto armado ou mesmo para simplesmente aumentar a sua capacidade de carga é muito eficaz, visto que como ordem de grandeza o aço tem um módulo de elasticidade muito maior do que o módulo de elasticidade do concreto em torno da razão de 10:1, enquanto sua resistência à compressão é também muito superior à resistência do concreto em torno da razão de 9:1. (REBELLO, 2009) Isto implica diretamente a relação de dimensionamento entre pilares de aço e concreto, onde as estruturas metálicas por serem mais resistentes e se deformarem menos, suportam cargas por unidade de área bem maior do que estruturas semelhantes em concreto armado, razão pela qual os pilares com aço são geralmente dimensionados com peças bem menores e com peso reduzido. Como o concreto é um material que não suporta bem as cargas de tração por fatores como fluência, retração e outros parâmetros técnicos que provocam fissurações, se adiciona armaduras de aço com resistências à tração da ordem de 500 e 600 MPa para que a peça consiga ter uma boa resistência nas zonas tracionadas. Quando o concreto armado sofre deteriorações por efeito de patologia perde parte da sua capacidade de carga, necessitando de reparos ou substituição das armaduras e do próprio concreto antigo de forma parcial ou total, conforme o caso.

52

Segundo (REIAS, 2001), os problemas patológicos se manifestam externamente de forma característica onde se pode deduzir a natureza e os mecanismos envolvidos, assim como prever as prováveis consequências. Os sintomas mais visíveis são as fissuras, as eflorescências, as flechas excessivas, as manchas no concreto, a corrosão de armaduras e a segregação dos materiais do concreto como as reações álcalis-agregados. Ainda de acordo com (REIAS, 2001) e (MEHTA & MONTEIRO, 1994), os mecanismos básicos de degradação do concreto se classificam em: -

Lixiviação – Provocada por águas puras, carbônicas agressivas e ácidas decorrentes

da superfície de agregados expostos, eflorescência de carbonato e efeito de fungos. -

Expansão – Provocada por águas e solos contaminados por sulfatos e agregados

reativos, provocando expansão geral na massa do concreto, fissuras aparentes e profundas, e redução da dureza e do PH. -

Reações deletérias – Ocorrem por influência de certos agregados provocando

manchas, cavidades e protuberâncias na superfície do concreto. -

Despassivação da armadura – É provocada pela ação do gás carbônico e de cloretos

provocando manchas, fissuras e destacamentos do concreto nos casos mais acentuados. Com a ação dos agentes citados, o PH do concreto que é em torno de 12,5 cai para níveis inferiores onde a proteção alcalina perde eficácia, podendo iniciar o processo de corrosão das armaduras. As intervenções necessárias para devolver a capacidade portante de um pilar em concreto armado devem levar em consideração os aspectos técnicos, econômicos e ambientais. Várias são as técnicas utilizadas para se detectar um processo de degradação em um pilar de concreto, destacando-se deformações excessivas, as machas na superfície e as fissurações anormais como o sinal vermelho para o ponto de partida para a análise mais profunda que poderá utilizar ensaios destrutivos e obtenção de certas propriedades de diversos equipamentos que existem no mercado e que detectam problemas no concreto armado. (REIAS, 2001) ainda mostra a possibilidade de recuperar pilares de concreto armado utilizando diversos tipos de material: -

Recuperação com argamassas e concreto com uso ou não de aditivos plastificantes,

sendo necessária a reposição das armaduras com corrosão.

53

-

Recuperação com concreto projetado, sendo necessária a reposição das armaduras

com corrosão. -

Recuperação com argamassas de base mineral, sendo recomendado em reparos

superficiais com o uso ou não de reposição de armaduras. -

Recuperação com argamassas de base epóxi, sendo recomendada em reparos para

cobrimento de barras adicionais ou antigas, proteção contra ambientes ácidos e ancoragem de chumbadores, em todas as situações devendo verificar a necessidade ou não de reposição de armaduras. -

Recuperação com argamassas de base poliéster ou de base estervinílica, sendo

recomendada para reparos superficiais, proteção contra ambientes ácidos e calefação superficial, em todas as situações devendo verificar a necessidade ou não de reposição de armaduras. Geralmente apresenta resistência térmica de até 115 ºC. -

Recuperação com argamassas de base poliéster ou de base estervinílica, sendo

recomendada para reparos superficiais, proteção contra ambientes ácidos e calefação superficial, em todas as situações devendo verificar a necessidade ou não de reposição de armaduras. Geralmente apresenta resistência térmica na faixa de temperaturas entre 175 ºC a 200ºC. -

Recuperação com perfis metálicos laminados, especialmente com cantoneiras

metálicas quando se trata de pilares de forma retangular, cujas arestas são excelentes pontos de ancoragem entre as peças de aço e o concreto antigo. Quando a seção do pilar for circular ou tenha outra forma qualquer diferente das retangulares, pode-se optar por um tipo de perfil metálico que seja mais adequado à geometria da peça, destacando-se as próprias chapas metálicas, perfis U, I e H e os perfis arredondados. 6.1 Uso de perfis metálicos para recuperação de pilares retangulares de concreto armado Este trabalho enfoca o processo de aumento da capacidade de carga ou da recuperação estrutural de pilares em concreto armado de edifícios com geometria retangular utilizando o uso de perfis metálicos laminados tipo L de forma independente ou associados às estruturas de concreto armado da peça numa concepção de estrutura mista. Para tanto, os perfis metálicos podem ser fixados nas quinas dos pilares onde o próprio concreto existente servirá de

54

ancoragem para as cantoneiras metálicas que também deverão ser contraventadas com barras chatas transversais de aço que limitarão os seus comprimentos de flambagem nos planos não travados através de soldas ou por fixação de parafusos de alta resistência. Outro ponto positivo deste processo é o alto desempenho estrutural, à medida que as seções das peças metálicas são fixadas na parte externa dos pilares com ganho significativo no aumento do momento total de inércia da seção. O uso do aço apresenta vantagem técnica e econômica na recuperação estrutural de pilares de concreto armado porque a sua capacidade de carga poderá ser aumentada com a simples fixação de quatro perfis metálicos tipo L (cantoneira) devidamente contraventados com barras chatas soldadas e ancoradas na estrutura antiga por atrito ou por qualquer processo de ancoragem. O estudo de (ZANATO, 1999) sobre reforços de pilares de concreto armado mostrou que a execução desses reforços com perfis metálicos (tipo cantoneira) apresentou vantagens quando comparado a outros métodos, sendo um fator importante a dispensa no uso de fôrmas e da preparação nas faces do pilar, além de não propiciar aumento significativo das seções dos pilares. Segundo (SOUZA, 1998), O reforço de pilares de concreto armado do ponto de vista do projeto estrutural é sempre mais problemático do que o reforço de vigas e lajes. Isto acontece porque, sendo o pilar o último elemento de sustentação da estrutura antes das fundações, tem que absorver cargas oriundas de diversos pavimentos, diferentemente das vigas (com exceção das vigas de transição), que absorvem apenas os carregamentos do teto em que se situam. Defende ainda que há viabilidade técnica para utilização de perfis metálicos como reforços estruturais. Segundo ele, no que diz respeito aos pilares, o projeto dependerá diretamente do fator que ocasionou a necessidade da intervenção, ou seja: 

O pilar está danificado de forma a não mais cumprir a finalidade para a qual foi idealizada: Considerando as situações extremas que ocorrem por deterioração acentuada, com seccionamento do pilar, por impactos violentos, por erros construtivos ou de projeto que tenham levado ao esmagamento do pilar, ou ainda por diversas outras causas, a seção de concreto existente já não apresenta nenhuma capacidade portante. Assim, o projeto do reforço consistirá simplesmente no dimensionamento de um pilar metálico, composto de um ou mais perfis estruturais, que irá substituir

55

totalmente, como elemento portante, o pilar de concreto armado original. É o típico caso de encamisamento estrutural. 

Mudança de utilização da estrutura torna obrigatório o aumento da capacidade resistiva do pilar: O caso do reforço em elementos estruturais de concreto armado em peças com envergaduras, a utilização de chapas de aço coladas, na maioria das situações pode resolver o problema, uma vez que induz a estrutura recuperada a trabalhar no limite da sua capacidade com base na peça de aço que é o elemento mais resistente com relação ao concreto. Se o reforço for introduzido sem o descarregamento das ações, envolvendo parcial ou totalmente a seção de concreto original, vai acontecer que os perfis só entrarão em trabalho quando solicitados por um novo carregamento. De acordo com estudo, (SOUZA, 1998) os procedimentos que se devem seguir em

processos de recuperação estrutural de pilares de concreto armado são os seguintes. Admitindo um pilar inicialmente solicitado por uma carga P, após a execução do reforço esta carga será elevada para P+AP. Este incremento de carga se dividirá de tal forma que um percentual δ P irá atuar na seção de concreto armado, e o restante, (1- δ)

P, irá

solicitar os perfis metálicos acrescentados. Se a seção de concreto armado já estiver trabalhando no limite antes da execução do reforço, será incapaz de suportar este incremento de carga, e romperá por esmagamento. Com isto, a totalidade da carga (P+ P) deverá então ser suportada pelos perfis metálicos. Por outro lado, se antes da execução do reforço a estrutura tiver sido descarregada até que a carga axial atuante seja a P( <1,0), tem-se: • Carga original: P • Carga antes do reforço:

P
• Carga após o reforço: P + P • Carga atuante na seção de concreto armado, após o reforço: P + δ [(1- ) P + P] • Carga atuante nos perfis metálicos após o reforço: (1- δ) [(1- ) P + P] Para que o elemento estrutural composto funcione a contento, é necessário que: i)

P + δ [(1- ) P + P] seja menor do que a capacidade portante da seção de concreto armado original;

56

ii)

(1- δ) [(1- ) P + P] seja menor que a capacidade de carga dos perfis estruturais. Para esta verificação, pode-se determinar indiretamente o valor de δ através de

algumas hipóteses simplificadoras. Supõe-se, para isto, que na seção original do pilar tanto o concreto como o aço estejam trabalhando em seus limites de resistência, dentro do campo elástico (ou seja, seção bem ajustada), e que a tensão última dos perfis metálicos à compressão é igual à das barras da armadura existente, ou vice-versa, tomando-se, para tanto, o menor entre os dois valores (isto apenas na consideração da seção composta). Assim, de acordo com a primeira hipótese, as parcelas do carregamento resistidas pelo concreto e pelo aço seriam, respectivamente, e

Onde: • • • •

é a área de concreto comprimida; = 0,85 é a área de aço comprimida; é a tensão no aço para um encurtamento de 0,2%; (3) Ao se reduzir a carga para o

de α

, o concreto daria uma contribuição de α

. Caso existisse uma seção imaginária ajustada a esta carga, ela seria tal que: e

E assim teríamos uma “sobra de seção” tal que: e

e o aço

57

Seja agora a nova carga

. O acréscimo de carga em relação ao pilar

“descarregado” seria:

Se todo este acréscimo estivesse atuando apenas sobre a seção “com tensão nula”, já reforçada com os perfis, teríamos: ∑ Onde

é a área total do reforço em perfis. Daí, a parcela resistida pelo concreto

seria: ∑ E, com isto, a nova tensão no concreto seria determinada considerando-se a seção real, na forma: E= Isto, entretanto, pressupõe a existência de total aderência entre os perfis de reforço e o concreto original, o que implica em uma perfeita execução de enchimento, com resina, da interface entre os perfis e o concreto. Com base na consideração de que não se pode ter certeza do grau de descarregamento que se poderá alcançar, (CÁNOVAS, 1984) apud (SOUZA, 1998) aconselha que se despreze a seção existente de concreto e se considerem os perfis recebendo a totalidade da carga. O mesmo autor recomenda ainda que o reforço seja executado em toda a extensão do pilar (em vários pavimentos), para evitar problemas de puncionamento, a não ser no caso de haver uma variação brusca da seção do pilar entre dois pavimentos consecutivos. Além disto, e também de acordo com o mesmo, caso se vá considerar a resistência total do elemento composto, é recomendável que: ∑

58

Onde ∑

é a soma das áreas das seções transversais das barras de aço existentes no

pilar com as dos perfis estruturais, e

é a área da seção de concreto existente somada à que

for acrescentada, se for o caso. O assunto como se vê é polêmico e admite até posições bastantes conservadoras, com as de (CÁNOVAS, 1984) apud (SOUZA, 1998). Em nível de dimensionamento, será fundamental contar com a introdução de chapas metálicas a funcionar como estribos (cintas), devidamente soldadas aos perfis metálicos, principalmente na recuperação de pilares com geometria retangular de forma a garantir o confinamento do núcleo de concreto e consequentemente, o aumento da capacidade de carga do pilar pelo menos em parte, com a pretendida segurança adicional. Para uma perfeita união do capitel de aço com o concreto existente, deve-se preparar a superfície recebedora e ‘’colar’’ o capitel a referida superfície, utilizando-se resina epóxi, argamassa epoxídica ou grout. O capitel deverá vir em pelo menos duas peças, que deverão ser soldadas entre si no local da obra. As Figuras 01 e 02 mostram o reforço típico de um pilar de concreto armado com o recurso da utilização de perfis metálicos com chapas e conectores de cisalhamento. Alguns detalhes importantes devem ser analisados, de forma que o reforço executado possa cumprir as finalidades para as quais foi projetado.

59

FIGURA 01 – Reforço de pilar com perfis.

Fonte: (SOUZA, 1992)

FIGURA 02 – Detalhe do capitel antes de sua colocação

.Fonte: (SOUZA 1992) Hoje em dia, com a constante evolução na tecnologia de injeção e produção de resinas com alta capacidade de colagem, torna-se extremamente antieconômica a desconsideração da seção de concreto existente. Admitir-se-á, portanto, uma situação intermediária, a ser atingida com a consideração de coeficientes de incerteza maiores, a partir da introdução de um rígido sistema de controle de qualidade sobre os materiais e, especialmente, sobre a execução.

60

7. ESTUDO DE CASO DE RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL DE PILARES DE CONCRETO ARMADO EM PRÉDIO COMERCIAL NA CIDADE DE SOLÂNEA/PB. O estudo de caso desta pesquisa consiste na comparação de custos de métodos de recuperação estrutural de pilares de concreto armado com seções de 23x23 cm em um prédio com três pavimentos localizado na Rua Celso Cirne, nº 300, centro, na cidade de Solânea/PB, onde funciona no térreo uma filial da Empresa Magazine Luíza S/A e nos outros pavimentos apartamentos com fins residenciais. O mencionado edifício foi construído há cerca de 30 anos e apresentava processo de degradação estrutural com instabilidade visível em dois pilares. Para facilitar a compreensão do presente estudo de caso, foram formulados métodos comparativos de três processos de recuperação estrutural de pilares em concreto armado com seções retangulares, visando facilitar a comparação nos custos entre eles. Estes métodos foram criados especificamente para o presente caso e estão convencionados da seguinte forma: MÉTODO 1 - utiliza apenas a resistência de cantoneiras metálicas laminadas como agente resistivo para a capacidade total de carga do pilar; MÉTODO 2 - Utiliza apenas o concreto armado com ou sem grout e armaduras como agente resistivo para a capacidade total de carga do pilar; MÉTODO 3 - Atribui tanto as cantoneiras metálicas quanto à contribuição total ou parcial do concreto armado como agentes resistivos para a capacidade total de carga do pilar. Não se considerou o uso de fibras de carbono ou outras tecnologias avançadas na formulação dos métodos para facilitar o processo comparativo que utiliza mão de obra normal encontrada em quase todas as obras, além de usar materiais comuns como perfis de aço, armaduras CA50 e CA60 para concreto armado, cimento, grout e outros materiais encontrados facilmente no mercado a preços competitivos em função da grande demanda de uso. Descrição dos métodos propostos levando em conta suas principais premissas técnicas: MÉTODO 1: Atribui a capacidade de carga para um pilar de concreto armado retangular com o uso exclusivo de perfis metálicos laminados tipo L (cantoneiras laminadas), mantendo o concreto armado original sem alterações para não contribuir com a desestabilização da edificação, porém sem considerar nenhum aporte de carga em decorrência da baixa qualidade do próprio concreto existente ou do seu alto grau de patologia estrutural.

61

MÉTODO 2: Atribui a capacidade de carga para um pilar de concreto armado retangular mediante a sua recuperação estrutural ou simplesmente quando se pretende aumentar a capacidade de carga de uma peça, usando exclusivamente concreto ou grout, mantendo ou não as suas dimensões originais e adicionando armaduras transversais e longitudinais para repor as deficiências nas seções de aço. Neste processo é preciso retirar as camadas de concreto carbonatado, além de proporcionar tratamentos adequados para cessar possíveis corrosões e melhorar a ancoragem entre o concreto novo e antigo. MÉTODO 3: Atribui a união do MÉTODO 1 e do MÉTODO 2, de forma que a recuperação estrutural de um pilar de concreto armado de seção retangular se dá pela contribuição do uso de perfis metálicos como também pelo aporte de carga do concreto armado original ou recuperado. Este método tem comportamento de uma estrutura mista, visto que engloba as contribuições de aportes de carga dos perfis, do concreto e das armaduras de aço. A vantagem do uso de perfis de aço na recuperação de pilar de concreto armado, de forma isolada ou aproveitando um aporte de resistência da peça do concreto antigo, aponta para uma redução significativa no tempo de execução dos serviços, uma vez que os procedimentos de ancoragens entre os perfis de aço e o concreto são bastante simples e demandam menos tempo do que os processos convencionais com o uso exclusivo de concretos e adição de armaduras, além de provocarem menos intervenções impactantes. Estes fatores associados à redução de consumo de escoramentos e de equipamentos para demolição proporcionam uma redução em alguns componentes do custo final da obra, além de serem bastante significativos na redução da quantidade da mão de obra e consequentemente no tempo de execução dos serviços. O processo de recuperação estrutural indicado no MÉTODO 1 utilizando perfis metálicos fixados nas partes externas das estruturas antigas não provoca grandes perturbações nas estruturas comprometidas, uma vez que a sua colocação é acondicionada por ancoragens simples que praticamente não produz vibrações ou deslocamentos excessivos, minimizando a tendência de desmoronamento total ou parcial da estrutura a ser recuperada.

62

É recomendável a retirada do revestimento dos pilares para ancorar as peças metálicas com adesivo epóxi ou com outro tipo de material ligante adequado. É extremamente importante também calcular as ligações metálicas entre as peças mediante o dimensionamento correto das soldas com base nos limites das suas tensões de escoamento indicando o tipo de eletrodo, o tipo de solda e todo o procedimento de soldagem ou de fixação de parafusos, conforme o caso. 7.1 Considerações sobre a estrutura do prédio No local foi constatado que a obra nunca teve um projeto estrutural e, segundo informações do próprio mestre de obra que administrou a construção na época, a edificação teria sido construída sem a orientação de qualquer engenheiro civil e sem a existência de qualquer tipo de projeto. Em virtude da falta dos documentos técnicos do edifício em estudo como plantas, ART e outros documentos, houve a necessidade do perito estimar os parâmetros mínimos para a simulação do cálculo estrutural em função de averiguações diretas. Para tanto a reprodução da construção original foi simulada o mais próximo possível da realidade da época da construção e utilizando as mesmas dimensões reais das peças de concreto armado existentes. Foi considerada uma estimativa de resistência à compressão do concreto em torno de 15 MPa que era comum na época da construção, ao mesmo tempo em que as evidências técnicas corroboram para esta faixa de valor. Também foram feitas estimativas de cargas de paredes, coberturas, caixa d’água e de outros elementos construtivos presentes para reproduzir as ações reais existentes nos elementos estruturais. Os problemas detectados nestes elementos estruturais ocorreram em decorrência dos seguintes fatores: seções insuficientes de concreto armado; seções de armaduras de aço menores do que as recomendadas; desaprumo em armaduras de alguns pilares; baixa qualidade do concreto que se pode observar diretamente em função da sua desagregação quando submetido a esforços impactantes; saturação do subsolo onde assenta algumas fundações. O estudo de caso foi baseado em um laudo estrutural real (ANEXO A) e no projeto de recuperação estrutural do edifício (ANEXO B), cujos trabalhos foram elaborados pelo próprio autor desta monografia. Ficou evidente que as instabilidades estruturais detectadas visivelmente e sem a ajuda de instrumentos ocorreram nos pilares (P-03 e P-04), enquanto, que a instabilidade nos outros dois pilares (P-02 e P-05) se verificou através da análise estrutural. (FIGURA 03).

63

FIGURA 03 – Planta de fôrma de parte da edificação que apresentou problema estrutural visível nos pilares P-03 e P-04.

Fonte: Elaborado pelo autor.

64

Ficou evidente que os pilares P-03 e P-04 estavam tão subdimensionados e com parte de suas estruturas submetidas a um alto grau de patologia estrutural, que a única camada de piso até então existente e acondicionada diretamente sobre o solo (sem contrapiso) estava estabilizando perigosamente estas estruturas no limite de suas estabilidades. A demolição do piso antigo contribuiu decisivamente para o colapso estrutural no pilar P-03 e para o efeito de flambagem do pilar P-04 porque estas estruturas não foram construídas adequadamente para suportarem suas cargas, cuja edificação somente não chegou a ruina pela ação rápida e eficaz do engenheiro responsável que se encontrava na obra e providenciou o escoramento necessário para evitar o colapso estrutural generalizado. 7.2 Método adotado na análise estrutural e simulação do dimensionamento da obra A análise estrutural da edificação considerou todos os elementos estruturais com a simulação do dimensionamento das fundações, vigas, pilares e lajes de todos os pavimentos. O cálculo das simulações do projeto estrutural original foi executado através do software espanhol Cypecad (Versão 2015 / Licença de uso: CYC-115181) que pertence ao autor desta monografia. Foram consideradas todas as seções reais das peças estruturais, seus vínculos e a resistência média estimada do concreto em 15 MPa. Também foi considerado um relatório de análise de solo (ANEXO A) em local bem próximo à obra que serviu de base para a estimativa da tensão admissível do solo e de suas principais propriedades geotécnicas. 7.3 Hipóteses de recuperação dos pilares de concreto armado degradados As hipóteses formuladas para a recuperação dos pilares P-02, P03, P04 e P-05 (FIGURA 01) do edifício, foram baseadas nos três métodos definidos neste capítulo. A PRIMEIRA HIPÓTESE para a recuperação estrutural dos pilares faz referência ao MÉTODO 1, atribuindo o uso exclusivo de perfis de aço para a reposição da capacidade de carga dos pilares; A SEGUNDA HIPÓTESE para a recuperação estrutural dos pilares faz referência ao MÉTODO2 sendo atribuído o uso específico de concreto armado convencional com adição de reforços de armaduras e sem a utilização de perfis de aço no processo. A razão pela qual não foi abordada a possibilidade de utilização de estruturas mistas como terceira hipótese baseada no MÉTODO3, se deu em função da péssima qualidade do concreto armado existente, contendo alto grau de degradação patológica e subdimensionamento estrutural, associada à baixa qualidade do material utilizado na construção, fatores estes que colocariam em risco o aproveitamento de qualquer parcela de resistência dos pilares antigos.

65

7.4 Pesquisa de custo sobre a utilização dos métodos 1 e 2. Pesquisa de custo coletada em outubro/2014 junto ao mercado da grande João Pessoa-PB para a recuperação estrutural dos quatro pilares que apresentaram problemas estruturais em função dos processos especificados nos métodos 1 e 2. TABELA 04 – Recuperação com os perfis de aço pelo MÉTODO 1.

PILAR

PESO DOS

CUSTO UNITÁRIO DO

CUSTO TOTAL

PERFIS (KG)

AÇO APLICADO (R$)

(R$)

P-02

125

R$ 12,00

R$ 1.500,00

P-03

125

R$ 12,00

R$ 1.500,00

P-04

125

R$ 12,00

R$ 1.500,00

P-05

125

R$ 12,00

R$ 1.500,00

CUSTO TOTAL DA RECUPERAÇÃO DA ESTRUTURA

R$ 6.000,00

TABELA 05 – Recuperação com o concreto armado pelo MÉTODO 2.

PILAR

ÁREA DE

CUSTO

CUSTO TOTAL

RECUPERAÇÃO (m²)

UNITÁRIO (R$)

(R$)

P-02

2,76

R$ 600,00

R$ 1.656,00

P-03

2,76

R$ 600,00

R$ 1.656,00

P-04

2,76

R$ 600,00

R$ 1.656,00

P-05

2,76

R$ 600,00

R$ 1.656,00

CUSTO TOTAL DA RECUPERAÇÃO DA ESTRUTURA Fonte: Elaborado pelo autor.

R$ 6.624,00

66

7.5 Análise dos resultados obtidos em função das hipóteses levantadas A escolha do processo de recuperação estrutural dos quatro pilares degradados se deu com base nas informações técnicas e econômicas referentes às hipóteses formuladas no item 7.2. A HIPÓTESE 1 (processos definidos no MÉTODO 1) se evidenciou mais viável tecnicamente e economicamente, visto que a HIPÓTESE 2 (processo definido no MÉTODO 2) apontou para um custo ligeiramente maior e com processo construtivo mais trabalhoso, além de apresentar uma maior probabilidade de desestabilizar a obra que vem apresentando problemas estruturais. Já a HIPÓTESE 3 (processo com seção mista envolvendo os perfis de aço e o próprio concreto baseado no MÉTODO 3) foi descartada em função do alto grau de incerteza para se considerar a estrutura de concreto armado existente como contribuição estrutural na capacidade portante dos pilares em função do alto grau de patologia estrutural detectado com a desestruturação de agregados e armaduras flambadas e em processo de corrosão química. O pilar central P-03 sofreu um colapso estrutural considerável que gerou deslocamento transversal de 8 cm, enquanto o outro pilar central P-04 apresentou flambagem por envergadura vertical (flambagem de Euler) da ordem de 3 cm, mas sem deslocamento transversal aparente. A instabilidade apresentada na obra com os deslocamentos de algumas peças estruturais incluindo algumas fundações foi também um fator importante na definição da recuperação estrutural utilizando apenas perfis laminados para minimizar o uso de equipamentos impactantes que aumentaria os riscos de desmoronamento total ou parcial da obra. Em função da pesquisa de custos coletada em outubro/2014, ficou evidente que os dois métodos de recuperação estrutural têm custos próximos, embora o MÉTODO1 apresentou uma redução de 9,42% com relação ao MÉTODO 2. Foi adotado o processo de recuperação estrutural com base no MÉTODO 1 especificado na primeira hipótese formulada que utiliza exclusivamente cantoneiras laminadas de aço para a capacidade portante dos pilares pela facilidade do processo construtivo e pela redução do tempo de execução da obra, além da consideração da pequena diferença nos custos dos dois métodos. (TABELAS 04 e 05). Esta comparação se refere exclusivamente ao caso da recuperação dos quatro pilares nos tramos do pavimento térreo, considerando as cargas características atuantes em torno de 50 t.

67

Para outros casos que envolva grandes cargas se deve avaliar a eficácia de cada um dos métodos especificados, inclusive verificando a recuperação de pilares através do MÉTODO 3, quando viável tecnicamente, onde se aproveita os aportes de carga do concreto armado existentes ou reforçado. Outros métodos de recuperação estrutural citados neste trabalho como o uso de fibras de carbono, cabos de proteção e outros, deverão também ser avaliados. Outros fatores como a redução do tempo da obra de recuperação, estimativa de mão de obra, quantidade de escoramentos e fôrmas e o fato da possibilidade de se ter uma obra mais limpa, são fatores que também devem ser considerados. A Tabela 04 representa os custos de recuperação estrutural dos pilares utilizando o uso exclusivo de concreto armado com a reposição das suas seções e de armaduras, enquanto que a Tabela 05 representa os custos de recuperação estrutural dos mesmos elementos utilizando exclusivamente perfis metálicos laminados tipo L contraventados com barras chatas do mesmo tipo de aço dos perfis. Na pesquisa de preço dos processos de recuperação estrutural coletados no mercado não foi levada em consideração o método de recuperação estrutural onde se considera simultaneamente a contribuição dos perfis metálicos e do concreto armado pelo fato da verificação do alto grau de degradação no concreto, razão pela qual, este material continuou no local para ajudar na estabilização geral dos perfis, porém sem contribuir para a carga final dos pilares recuperados. Os custos com os dois processos citados ficaram próximos, neste caso específico onde se refere à recuperação de pilares retangulares em um edifício de pequeno porte, onde as cargas atuantes são relativamente baixas. Neste caso optou-se pelo processo que utilizou o uso especifico de perfis metálicos laminados tipo L, contraventados com barras chatas de aço e sem a contribuição de aportes de carga do concreto armado existente em função da redução de 9,42% com relação ao outro processo com concreto armado. Outro fator que contribuiu na escolha deste método foi o fato de se utilizar menos equipamentos impactantes, minimizando a probabilidade de desmoronamentos e o fato de menor tempo de execução da obra, visto que se trata de um prédio comercial. Para a recuperação estrutural das fundações destes pilares foram adotados os mesmos procedimentos tradicionais utilizando o próprio concreto armado como instrumento de

68

recuperação envolvendo os blocos originais mediante os cálculos de reforços. O fato de manter o concreto armado das fundações e pilares antigos se deu pela decisão técnica de não provocar mais demolições para diminuir os riscos com instabilidades no prédio de construção precária. É preciso salientar que em edifícios de maiores portes a recuperação estrutural com o uso adotado neste estudo de caso poderá apontar para grande consumo de aço e em muitos casos ser necessário o agrupamento de diversas cantoneiras na mesma quina do pilar para combater as flambagens geral e localizada, além das forças e momentos atuantes. Outro fator importante consiste no fato de que a maioria dos casos de recuperação de pilares em concreto armado, a seção do antigo concreto poderá também ser utilizada nos aportes de carga dos dimensionamentos, total ou parcialmente, razão pela qual poderá reduzir a seção dos perfis metálicos significativamente em função da contribuição do concreto existente ou recuperado. Em certos casos é possível que o incremento da resistência adicional no pilar seja pequeno de modo que o reforço estrutural possa ser dimensionado facilmente com o uso de cantoneiras metálicas laminadas de baixo peso por metro com espessuras de ordem de 3/16”, 1/4” e 5/16”. 8 CONCLUSÃO Muito dos problemas que ocorrem em pilares de concreto armado poderiam ser evitados se houvesse o cumprimento de um cronograma de manutenção preventiva da obra, bem como maiores cuidados na elaboração de projetos estruturais e na execução dos serviços, inclusive evitando o uso de materiais e processos construtivos inadequados. Geralmente os pilares mais comuns em edifícios com concepção em concreto armado são de seções retangulares e, quando submetidos a processos de deterioração patológica, erros construtivos ou mesmo quando há necessidade de aumento da carga, podem-se utilizar perfis de aço laminado, tipo cantoneira, para tais procedimentos, uma vez que cada peça pode ser fixada facilmente nas suas quinas para facilitar o processo de ancoragem e a transmissão dos esforços. Este trabalho enfocou um estudo de caso real de um prédio localizado na cidade de Solânea – PB, onde ficou demonstrado que os custos de recuperação de pilares com o uso exclusivo de perfis de aço laminado comparado com o processo tradicional de recuperação com concreto armado são praticamente os mesmos, apontando para uma ligeira redução nos custos quando se utiliza unicamente perfis metálicos. O uso de seções mistas envolvendo a contribuição das resistências dos perfis de aço e do próprio concreto armado original ou recuperado pode ser uma solução na redução dos

69

custos de pilares, visto que parte das cargas seria suportada pela estrutura dos perfis e o restante pela seção do concreto e de suas armaduras. Entretanto este procedimento só deverá ser utilizado quando a qualidade do concreto for confiável e sua resistência possa ser estimada com segurança. Portanto, conclui-se que é viável do ponto de vista técnico e econômico a utilização de perfis metálicos laminados tipo L na recuperação estrutural de pilares em concreto armado de seções retangulares em obras onde as cargas estejam situadas em níveis compatíveis com as verificadas no estudo de caso. A viabilidade dos processos propostos em edifícios de grande porte deverá ser verificada caso a caso, sendo considerados todos os fatores de execuções como redução de mão de obra, tempo de realização dos serviços, redução na quantidade de fôrmas e escoramentos, entulhos gerados, além da verificação de aumento de peso nas fundações e o custo x benefício geral nos diversos processos que é um fator primordial, principalmente para obras comerciais e industriais onde o retorno do capital investido deverá ser o mais rápido possível. Este trabalho não constitui um escopo acabado, devendo ser avaliado, discutido e aprimorado para que os projetistas estruturais possam não apenas reduzir custos e tempo de execução em obras semelhantes à do estudo de caso, mas, sobretudo contribuir para a criação de outros métodos de recuperação estrutural de pilares de concreto armado em obras de grande porte.

70

REFERÊNCIAS BALOLA, R.; Princípios Matemáticos da Filosofia Natural – A Lei da Inércia. Dissertação de Mestrado. Universidade de Lisboa: 2010. BEBER, A. J.; Avaliação do desempenho de vigas de concreto armado reforçadas com lâminas de fibra de carbono. Dissertação de Mestrado em Engenharia. CPGEC/ UFRGS, 108p. Porto Alegre: 1999. BERTOLINI, L.; Materiais de construção: patologia, reabilitação, prevenção; Oficina de Textos, São Paulo: 2010. CARVALHO, R. C.; Cálculo e Detalhamento de Estruturas Usuais de Concreto Armado: segundo a NBR 6118:2003; CARVALHO, R. C.; FILHO, J. R. F.; 3.ed. – São Carlos: EdUFSCar, 2009. FORTES, C., Eletrodos Revestidos OK, Apostila ESAB, 2005. HALLIDAY, D.; RESNICK, R.; WALTER, J. Fundamentos de Física: Mecânica, v.1, 7a edição. Livros Técnicos e Científicos Editora Ltda. Rio de Janeiro: 2007. HIBBELER, R. C. Resistência dos Materiais. 7. Ed. São Paulo: Pearson Prentice Hall, 2010 MEHTA, P. K.; MONTEIRO, P.J.M. Concreto: estrutura, propriedades e materiais. Editora Pini. São Paulo: 2008. MOREIRA, M. M.; Análise interativa de situações de reforço e recuperação de peças de concreto armado, empregando o método dos elementos finitos. Dissertação (Pósgraduação em Engenharia Civil) - Escola de Engenharia, Universidade Federal do Rio Grande do Sul, Porto Alegre: 2002.

71

NAKANO, Y.; A Grande Recessão: Oportunidade para o Brasil Alcançar os Países Desenvolvidos. Revista de Administração de Empresas, FGV - Fundação Getúlio Vargas, v. 52, n. 2, São Paulo, 2012. ______. NBR 6118 / 2003 e 2014 – anterior e atual (NORMA BRASILEIRA DE CONCRETO ARMADO) ______. NBR 8681/2003 e Errata 2004 – vigente (AÇÕES E SEGURANÇA NAS ESTRUTURAS – PROCEDIMENTOS) ______. NBR 6120 - Cargas para o cálculo de estruturas de edificações ______. NBR 6323:2007 - Galvanização de produtos de aço ou ferro fundido ______. NBR 7188 - Carga móvel em ponte rodoviária e passarela de pedestre. ______. NBR 8800/2008 – vigente (NORMA DE PROJETO DE ESTRUTURAS DE AÇO OU MISTA) PANNONI, F. D., Aços estruturais. Artigo técnico, disponível em http://www. acominas. com. br/upload/produtos/perfis/caracteristicatecnicapf/artigostecni cos/geral_1. pdf., acesso em novembro/2014, Açominas, 2001. PFEIL, W.; Concreto Armado: Dimensionamento; 2 ed. rev. e atual. Rio de Janeiro, Livros Técnicos e Científicos; Brasília, INL; São Paulo, Ed. da Universidade de São Paulo: 1975. PFEIL, W.; Estrutura de Aço: Dimensionamento Prático, Segundo as Normas Brasileiras. Rio de Janeiro, Livros Técnicos e Científicos, 1980.

72

REBELLO, Y. C. P.; Sistemas Estruturais em Aço na Arquitetura; IBS/CBCA – Rio de Janeiro: 2009. ISBN: 978-85-89819-19-0. REIS, L. S. N., Sobre a Recuperação e Reforço das Estruturas de Concreto Armado. Dissertação de Mestrado. UFMG: 2001. ROCHA, A. M.; Novo curso prático de concreto armado. Vols. I, II, III e IV. Rio de Janeiro: Editora Científica, 1985. SANTIAGO, W. C.; Estudo da não conformidade de concretos produzidos no Brasil e sua influência na confiabilidade estrutural. Dissertação (Mestrado em Estruturas) - Escola de Engenharia de São Carlos, Universidade de São Paulo: São Carlos, 2011. Disponível em: . Acesso

em:

2014-09-24. SOUZA, V. C. M. ; RIPPER, T.; Patologia, recuperação e reforço de estruturas de concreto. 1. ed. Editora Pini. São Paulo: 1998. VASCONCELLOS, A. L., Ligações Em Estruturas Metálicas. Manual de Construção em Aço, Instituto Aço Brasil e Centro Brasileiro da Construção em Aço, v. 1, 4ª ed, Rio de Janeiro, 2011. ZANATO, G. A.; Desempenho de reforços em pilares esbeltos de concreto armado: análise numérico-experimental. CPGEC/ UFRGS, 141p, Dissertação de Mestrado em Engenharia. Porto Alegre: 1999.

73

ANEXO A - LAUDO TÉCNICO ESTRUTURAL EMPRESA CONTRATADA: DACON PROJETOS Razão social: DACON CONSTRUÇÕES LTDA / CNPJ: 02.511.240/0001-86. Perito Técnico: DARCÍLIO MACEDO DA FONSECA. Titulação: Graduação: Engenheiro Civil – UFPB / C. Grande / 1985 – CREA: 1601069138. Pós Graduação: Especialização em Estruturas de Concreto e Fundações - UNICID / SP (2012 a 2014 - Fase de Conclusão do TCC). End. Comercial: Av. Pedro II, 1269, Edif. Síntese, Sala 904, Centro, CEP: 58.013-420 / J. Pessoa-PB. FONE: (83) 3566.7514 / E-mail: [email protected] Objeto de análise: Análise e Laudo Técnico Estrutural de prédio comercial alugado pela empresa MAGAZINE LUIZA, localizado na Rua Celso Cirne, nº 300, centro em Solânea/PB, por apresentar problemas estruturais. EMPRESA CONTRATANTE Razão Social:

MAGAZINE LUIZA S/A.

Endereço: Rua Celso Cirne, 300, Centro, Solânea/PB. FINALIDADES DESTE LAUDO: Estudar e identificar os problemas estruturais apresentados no prédio comercial onde funcionará uma filial da empresa contratante na cidade de Solânea/PB, visando identifica-los e propor soluções com base em modelos estruturais, além da proposição de soluções pontuais que servirão como norte no projeto de recuperação estrutural de pilares e fundações danificadas. DATAS: Período dos serviços incluindo a coleta de dados, perícia no local, análise, fundamentação técnica e elaboração do Laudo Técnico: 24/09/2014 a 16/10/2014. Data do presente laudo: 16/10/2014

74

ITENS DO LAUDO 

FUNDAMENTAÇÃO DO LAUDO TÉCNICO



ASPECTOS GERAIS



COLETA DE DADOS



PROBLEMAS ESTRUTURAIS DETECTADOS



SUGESTÕES PARA AS SOLUÇÕES DOS PROBLEMAS ESTRUTURAIS



CONCLUSÕES



ANEXOS



RELATÓRIO FOTOGRÁFICO

1

FUNDAMENTAÇÃO DO LAUDO TÉCNICO O presente Laudo Técnico está fundamentado de acordo com a Norma Técnica

Brasileira - NBR 13752/1997 como diretriz normativa que estabelece as bases de Perícias de Engenharia na Construção Civil, além de outras normas complementares e legislação vigente, tendo como método científico os princípios universais da engenharia estrutural e se baseando nos seguintes parâmetros: 

Dados oficiais da cidade de Solânea/PB e da sua região.



Documentação da edificação.



Observações diretas do perito.



Relatório fotográfico da área preservada onde ocorreram as instabilidades focando os problemas estruturais surgidos.



Medições de parâmetros estruturais como flechas em peças estruturais e estimativa direta da resistência mecânica das mesmas através de instrumento impactante e do histórico da construção.



Planta baixa de parte da edificação e informações técnicas fornecidas pelo Setor de Engenharia da empresa contratante.



Demais informações obtidas diretamente no local através de pessoas da cidade e do mestre de obra que comandou a construção original.

75

1.1 Outras Normas Utilizadas nos Aspectos Técnicos desta Perícia: NBR

13752/1996

vigente

(NORMA

DE

PERÍCIAS

DE

ENGENHARIA

NA

CONSTRUÇÃO CIVIL) NB-1 / 1978 – Antiga Norma (NORMA BRASILEIRA DE CONCRETO ARMADO) NBR 6118 / 2003 e 2014 – anterior e atual (NORMA BRASILEIRA DE CONCRETO ARMADO) NBR 8681/2003 e Errata 2004 – vigente (AÇÕES E SEGURANÇA NAS ESTRUTURAS – PROCEDIMENTOS) NBR 6122/2010 – vigente (NORMA DE PROJETOS E EXECUÇÕES DE FUNDAÇÕES) NBR 6123/1988 e Errata 2013 – vigente (NORMA DE FORÇAS DEVIDO ÀS AÇÕES DE VENTO) NBR 8800/2008 – vigente (NORMA DE PROJETO DE ESTRUTURAS DE AÇO OU MISTA) NBR 14323/2013 – vigente (NORMA DE PROJETO DE ESTRUTURAS DE AÇO OU MISTA EM SITUAÇÃO DE INCÊNDIO) NBR 14762/2010 – vigente (NORMA DE PROJETO DE ESTRUTURAS DE AÇO C/ PERFIS DE CHAPA DOBRADA A FRIO) NBR 7190/1997 – vigente (NORMA DE PROJETO DE ESTRUTURAS DE MEDEIRA) NBR 14432/2001 – vigente (NORMA DE EXIGÊNCIAS DE RESISTÊNCIA AO FOGO -. PROCEDIMENTOS).

76

2

ASPECTOS GERAIS O prédio ora vistoriado tem finalidade comercial, objetivando o funcionamento de

uma filial da empresa Magazine Luiza S/A e está localizado no centro da cidade de Solânea/PB. A presente edificação foi construída há mais de 30 (trinta) anos, segundo informações orais do mestre de obra que comandou a construção original. Ainda segundo a mesma fonte de informação, acima mencionada, a construção original da edificação periciada foi executada por processo prático construtivo, muito comum em cidades de pequeno porte, de modo que a mesma não teve base de qualquer projeto arquitetônico ou estrutural e cujos materiais de construção utilizados na época foram de condições inferiores aos aplicados atualmente, principalmente no tocante a resistência dos aços e a do próprio concreto armado. Atualmente o pavimento térreo do prédio está sendo reformado visando abrigar uma filial do Magazine Luiza e durante esta mencionada reforma foram detectados problemas estruturais diretos em pelo menos dois pilares centrais no vão de entrada da rua principal (ver planta em anexo), sendo que um deles entrou em colapso estrutural e o outro mostra indícios de desestabilização por flambagem e por fissurações excessivas e preocupantes. A rapidez com que o engenheiro responsável pela reforma do prédio agiu foi de fundamental importância para estabilizar momentaneamente a edificação, evitando um acidente de ruina generalizada, caso não fosse utilizado imediatamente escoramentos metálicos e de madeira cerrada. Após este perito verificar “in locu” as condições estruturais com possibilidade de ruina, sugeriu aumentar a quantidade de escoramento de forma que cada apoio não ultrapassasse uma média 2,5 t de carga estimada e solicitou ao engenheiro da obra um acompanhamento periódico da medição das flechas nas escoras de madeira serrada, cujo procedimento foi de fundamental importância para comprovar o exato momento em que a estrutura escorada conseguiu estabilizar provisoriamente as vigas e pilares que apresentavam possibilidade de ruina. Para melhor entender a instabilidade estrutural ocorrida e suas consequências atuais e futuras, além da necessidade de fazer uma leitura do próprio comportamento da estrutura que

77

foi construída há mais de 30 (trinta) anos, este perito atribuiu a necessidade da elaboração de uma reprodução de projeto estrutural o mais próximo possível da realidade da época da construção, a fim de retratar os possíveis problemas estruturais visíveis ou futuros. A partir desta análise estrutural feita e especificamente no relatório de cálculo das fundações (ver relatório em anexo), constatou-se que quatro pilares centrais (P2, P3, P4 e P5) e suas bases foram construídas com geometrias e armaduras inferiores as necessárias. Dentre estes pilares e seus blocos de fundações instáveis estão os dois pilares que apresentaram colapso visível recentemente e que deram origem a toda desconfiança do sistema estrutural existente (Pilares P3 e P4). Ficou evidenciado a partir dos dados colhidos neste relatório que as áreas dos blocos de fundações dos pilares P2, P3, P4 e P5 estavam incompatíveis com as cargas atuantes nos arranques, razão pela qual há a necessidade de reforços estruturais tanto nos mencionados pilares, quanto nos seus blocos de fundação (ver planta baixa estrutural do térreo mostrando os setores de instabilidades em vermelho). 2.2 Fatores que Contribuíram para a Instabilidade Estrutural Detectada: 

Baixa resistência dos materiais de construção da época em que a obra foi construída, como por exemplo, fazendo uso de brita para o concreto armado, lapidada manualmente, segundo o mestre de obra responsável pela construção.



Ausência de projeto estrutural ou de orientação técnica na construção



Construção com fundações diretas inadequadas em solo com baixo suporte de carga.



Este perito já obteve análises de sondagem tipo SPT em outra edificação próxima do prédio periciado (em anexo) e verificou a baixa resistência do solo, principalmente em camadas com profundidade a partir de 2 (dois) metros, proporcionando a possibilidade de recalques. Pelo menos nas amostras colhidas de uma construção próxima, a resistência do solo é razoável nas camadas mais próximas do terreno natural, decrescendo com a profundidade e voltando a crescer novamente após cerca de vários metros, o que pode proporcionar recalques diferenciais e deslocamento de terra sob as fundações (cisalhamento do terreno) ao longo do tempo, principalmente quando se trata de fundações subdimensionadas em que o bulbo de pressões chega a estas camadas de baixo suporte.

78



Prédio construído com 3 (três) lajes de piso e mais uma laje de forro tendo cargas consideráveis nos arranques dos pilares sem nenhum estudo das fundações.

3

COLETA DE DADOS O município de Solânea está localizado na Mesorregião do Agreste Paraibano e na

Microrregião do Curimataú Oriental do Estado da Paraíba (Dados do IBGE), cuja região é conhecida popularmente como brejo. 3.1

Aspectos socioeconômicos da cidade Segundo o IBGE a população estimada de 2014 é de 26.925 habitantes, seu índice de

desenvolvimento humano é de 0,595 (Dados de 2010) e o seu PIB Per capita tem valor acima de R% 5.00000 (Valor em 2011 = R$ 5.122,55). O município conta com uma economia que é impulsionada por uma produção agrícola que se beneficia de alto índice pluviométrico por está localizada na região conhecida popularmente por brejo paraibano que tem um índice pluviométrico acima de outras regiões vizinhas, além de contar com uma rede de comércio bastante competitivo, pequenas indústrias e atividades de turismo vinculadas ao “Caminhos do Frio” (Programa do Governo do Estado para incentivar a atividade turística no período do frio). Os dados geográficos e socioeconômicos da cidade foram obtidos através do site do IBGE e também de outras fontes oficiais, servindo de base para o presente Laudo Técnico no tocante aos fatores socioeconômicos. Fonte Principal em outubro/2014: http://cidades.ibge.gov.br/xtras/perfil.php?lang=&codmun=251600&search=paraiba|solanea|i nfograficos:-informacoes-completas 3.2

Dados Técnicos do Prédio Os dados técnicos do prédio foram obtidos diretamente na edificação e indiretamente

através do setor de engenharia do Magazine Luiza e também por intermédio do engenheiro responsável pela reforma do mencionado prédio na cidade de Solânea/PB.

79

Alguns dados foram aferidos diretamente na própria obra pelo engenheiro perito através de instrumentos detectores que estimam as suas bitolas, espaçamentos e a profundidade de cobrimento no concreto. O uso destes instrumentos é importante porque evitam a retirada de camadas de concreto que podem desestabilizar uma edificação que apresenta problemas estruturais. 3.3

Características Técnicas do Solo Segundo outro laudo técnico elaborado por este perito em 2011 para outro cliente e

em local próximo ao do prédio ora periciado, o resultado de 2 (duas) sondagens tipo SPT apresentaram os seguintes valores abaixo especificados, sendo de alta relevância como parâmetros geotécnicos para o solo da edificação ora periciada, na ausência de outros dados mais precisos (ver relatório geotécnico em anexo). Dados do solo mediante o Relatório 230/2011 da empresa ATECEL da UFCG/PB: Terreno com predominância de argila-arenosa cujas amostras foram coletadas através de 02 (dois) furos de sondagens SPT realizado pela ATECEL mediante Relatório nº 230/2011. No FURO 01 a resistência à penetração (nº de golpes SPT) decresce de 8/30 na COTA 0,00 para 5/30 na COTA 3,50, tendo uma curva praticamente ascendente (na média) a partir desta última cota com relação as demais cotas de profundidade do solo. No FURO 02 a resistência à penetração (nº de golpes SPT) cresce de 9/30 na COTA 0,40 para 30/30 na COTA 1,30, tendo uma curva descendente a partir desta última cota até a COTA 2,40 quando a resistência à penetração cai para um valor preocupante de apenas 04 GOLPES. Estes dados mostram claramente uma das características que predomina no solo da cidade de Solânea que consiste em um tipo de suporte onde a resistência das camadas do terreno diminui com o aprofundamento da cota chegando a um valor baixo em torno das cotas no intervalo entre 1,30 metros e 3,50 metros. Somente analisando estas duas amostras pode-se concluir que o solo de parte da cidade onde está inserida a edificação periciada apresenta grandes probabilidades de recalques para as fundações diretas, visto que sapatas ou blocos de 1 metro de profundidade terão seus bulbos de pressão (Bulbo = 1,5 a 2,0 B) em camadas de solo de baixa resistência.

80

Talvez esteja nesta análise esteja a explicação para a grande quantidade de problemas estruturais envolvendo os prédios da cidade que apresentam fissurações e grandes deslocamentos em função dos recalques diferencias que ocorrem pela diferença de resistências do solo em locais diferentes mesma cota. 4 PROBLEMAS ESTRUTURAIS DETECTADOS Após a coleta dos dados e suas análises, além do cálculo realístico da construção da época que foi reproduzido retratando o mais próximo possível as condições e o uso dos materiais utilizados, este perito detectou os seguintes problemas estruturais: Houve instabilidade estrutural visível nos pilares P3 e P4 (ver fotos), sendo que o pilar P3 apresentou um colapso estrutural próximo ao Estado de Limite Último (ruina), enquanto o outro pilar mencionado apresentou fissuras e o início de instabilidade com flambagem no sentido longitudinal do prédio em decorrência da redistribuição dos esforços. O desmoronamento da região instável não ocorreu muito provavelmente pela ação de um profissional (engenheiro civil) que estava na obra realizando os primeiros escoramentos, auxiliando na descarga de parte das cargas advindas da estrutura dos pavimentos superiores diretamente para o solo. A princípio apenas pela experiência este perito atribuiu em primeira análise os problemas estruturais aparentes às seções insuficientes dos pilares centrais que visivelmente se mostraram insuficientes, independente da realização de qualquer tipo de cálculo. Após uma análise mais profunda com os dados colhidos, principalmente a partir do cálculo da estrutura baseada nas condições de construção da época (processo construtivo e materiais), cheguei à conclusão de que além de seções insuficientes dos pilares P2, P3, P4 e P5 existe também um fator primário de instabilidade, ou seja, uma reduzida seção de contato nos blocos de fundação destes pilares (em torno de 1 m2), especialmente porque os arranques nas fundações contemplam grandes cargas e o solo da cidade tem um histórico de baixo suporte em camadas inferiores. Especificamente no pilar P3 foi observada também além dos outros fatores de instabilidades já mencionados, a falta de prumo nas armaduras longitudinais nas proximidades da cota do piso térreo. Pela observação direta registrada em foto (em anexo), verifiquei que houve uma mudança repentina no prumo das armaduras verticais bem próximo ao solo com

81

defasagem vertical de cerca de 8 cm, ficando evidente que as armaduras existentes foram envergadas e ancoradas em outro plano vertical, o que contribuiu muito para a desestabilização das peças estruturais. Costumo dizer que a desestabilização de um prédio ou de parte dele é semelhante à queda de avião, ou seja, quase nunca ocorre em função de um único fator, mas com a ação integrada de vários fatores. No caso específico do pilar P3 ficou evidente que este erro construtivo da falta de continuidade das armaduras verticais foi potencializado pelos fatores de seção de concreto insuficiente e bloco de fundação inadequado para as cargas solicitantes. Como causa mais provável para o início da instabilidade estrutural cito o fator da remoção do piso do térreo para a sua reconstrução apropriada. Provavelmente o processo de instabilidade estava operando desde o ato da construção do edifício e as vibrações oriundas do processo de retirada do material provocaram deslocamentos, principalmente no bloco do pilar P3. Outro fator que também contribuiu para o início do processo de instabilidade consiste no alto grau de umidade que apresenta o entorno da área limitada por estes quatro pilares, principalmente na região do pilar P3. Sabe-se que o aumento de água nos solos contribui para a redução de sua resistência ao cisalhamento e este fator é muito decisivo quando se tem um solo de baixo suporte de carga. Por fim verifiquei que os materiais utilizados na construção original são de qualidade inferior aos materiais utilizados atualmente nas obras, principalmente no tocante ao tipo de aço da época e à resistência do concreto armado que hoje se consegue facilmente fck em torno de 40 MPa e o fck estimado da época é da ordem de 15 MPa. Até a presente data o pilar P1 que é um dos que não apresentou visivelmente nenhum problema estrutural, mesmo sendo um dos mais carregados e estando no centro geométrico de carga da caixa d’água. Também não apresentou instabilidades no processo de análises estruturais executadas por softwares específicos com as condições construtivas da época. 5 SUGESTÕES PARA AS SOLUÇÕES DOS PROBLEMAS ESTRUTURAIS O mais prudente no presente momento diante das instabilidades estruturais apresentadas é não modificar a arquitetura original da construção de todo edifício, evitando-se a retiradas de vigas ou de pilares da obra. A única exceção se dá com uma estrutura de

82

alvenaria que existe no lado direito de quem entra pelo acesso principal que está servindo de uma rede de esgoto. A mesma encontra-se acima do nível do piso do térreo e vem provocando infiltrações no solo, principalmente próximo das fundações dos pilares centrais. Sugiro a demolição desta galeria de alvenaria e a substituição da mesma por tubulação de PVC para evitar as prejudicais infiltrações. É prudente também aterrar um pequeno reservatório de água que existe próximo à galeria mencionada visando minimizar riscos de saturação do terreno próximo as fundações no caso de vazamentos que são muito comuns neste tipo de cisternas de alvenaria. É necessário reforçar as peças estruturais que apresentam problemas visíveis ou que tiveram a possibilidade de indicação de problemas futuros pela análise estrutural, especificamente os pilares P1, P2, P3 e P4 e suas fundações. A recuperação dos pilares mencionados é mais adequada com o uso de aço laminado porque além de ser uma intervenção rápida, provoca poucos deslocamentos na estrutura antiga. Em tese se poderia, opcionalmente, utilizar os reforços estruturais dos pilares com concreto armado, porém as vibrações decorrentes deste processo e o longo tempo de execução dos serviços inviabilizariam este tipo de procedimento, principalmente para fins comerciais. Caso se opte por reforço com concreto armado teria de contemplar entre outros fatores, a remoção de todas as partes afetadas do concreto e do aço e seus tratamentos patológicos, além da necessidade de remoção e reposição de todas as camadas de concreto carbonatado (comum em estruturas antigas), além da necessidade de uma grande demanda de mão de obra e a utilização de escoramentos de grande resistência à compressão por longo tempo. Quanto aos reforços dos blocos de fundações e de possíveis construções de vigas de equilíbrio entre os blocos de fundações é preferível utilizar o concreto armado convencional por ser mais viável economicamente em relação aos outros processos construtivos, porém o projeto de recuperação estrutural deverá nortear os reforços das fundações dos pilares centrais P2, P3, P4 e P5. Após a recuperação estrutural se faz necessário o acompanhamento preventivo da estrutura de toda edificação em períodos anuais em função da baixa qualidade da obra e do

83

tempo já transcorrido da edificação que já passa dos 30 anos, segundo informações do mestre de obra que gerenciou a construção original. Também se deve comunicar ao setor de engenharia do Magazine Luiza qualquer anomalia que venha a aparecer na edificação após a recuperação das estruturas, pelos mesmos motivos já citados anteriormente. 6

CONCLUSÕES O prédio vistoriado apresenta problemas estruturais nos pilares P2, P3, P4 e P5 e nas

suas fundações decorrentes da falta de um projeto estrutural e de erros de execução detectados e registrados por esta Perícia. Ficou claro que estes mencionados pilares centrais foram construídos com suas seções de concreto armado insuficientes, além de apresentar fundações que não são compatíveis para as cargas solicitantes e propriedades do solo. Ficou evidente também que pelo menos no pilar P3 houve um erro construtivo no prumo das armaduras verticais no tramo do térreo (ver foto), cuja descontinuidade chegou a torno de 8 cm, gerando assim grandes momentos nas armaduras verticais que não têm resistência suficiente para suportar tais esforços fora da prumada do centro de gravidade das armaduras. As instabilidades estruturais presentes deverão ser estabilizadas mediante um projeto de recuperação estrutural. Também se faz necessário um monitoramento dos outros vãos que não apresentaram problemas estruturais nas revisões preventivas da edificação e a qualquer momento onde se observar alguma fissura, deformações excessivas ou qualquer patologia estrutural. Tais informações deverão ser repassadas imediatamente ao setor de engenharia da empresa Magazine Luiza, enquanto durar o contrato de locação. Os trabalhos de recuperação estrutural deverão iniciar o mais rápido possível, sendo essencial reforçar primeiramente os escoramentos de modo que em nenhuma escora metálica a carga real de compressão ultrapasse 2,5 t. Em seguida se deve proceder a recomposição das seções dos pilares de concreto armado sem alteração na sua geometria ou nas quantidades de

84

barras de aço, visto que o aumento de carga virá dos reforços dos pilares com estruturas metálicas. Sequencialmente deverão ser reforçadas as fundações de acordo com um projeto de recuperação estrutural a ser elaborado com base na análise estrutural do prédio e nas patologias apresentadas. Todas as escoras metálicas ou de madeira implementadas inicialmente deverão ser mantidas ou movidas para outro local próximo, caso interfira nas escavações dos reforços das fundações. Por último, deve-se continuar com os reforços nas vigas que chegam aos pilares P2, P3, P4 e P5, preferencialmente com estruturas metálicas e de acordo com um projeto de recuperação estrutural, de modo que haja a continuidade nos escoramentos até o prazo determinado pelo calculista, especialmente com relação à resistência do concreto armado que será utilizado nos reforços das fundações. Recomendo ao Setor de Engenharia do Magazine Luiza que elabore um cronograma de revisão preventiva a cada ano com observação direta nas estruturas do pavimento térreo a fim de observar qualquer fissuração anormal nos pilares ou desaprumos, pelo fato da falta de controle do processo construtivo do prédio na época da construção original. Após a recuperação de toda estrutura comprometida de acordo com um projeto de recuperação estrutural, a edificação deverá ser liberada para as atividades comerciais no pavimento térreo e também para as atividades residenciais nos pavimentos superiores, sendo que os pisos superiores não deverão ser utilizados para depósitos ou atividades comerciais e públicas com sobrecargas superiores a 150 Kgf/m2.

João Pessoa, 16 de outubro de 2014.

Engenheiro Responsável Darcílio Macedo da Fonseca CREA: 160106913-8

85

ANEXO DE FOTO DO LAUDO TÉCNICO ESTRUTURAL - 1

RELATÓRIO FOTOGRÁFICO DO LAUDO TÉCNICO

FOTO DA FACHADA DO EDIFÍCIO

86

ANEXO DE FOTO DO LAUDO TÉCNICO ESTRUTURAL - 2

FOTO DAS PRIMEIRAS PROVIDÊNCIAS APÓS O COLAPSO DO PILAR P-03

FOTO DO COLAPSO ESTRUTURAL NO PILAR P-03

87

ANEXO DE FOTO DO LAUDO TÉCNICO ESTRUTURAL - 3

FOTO DOS ESCORAMENTOS NO ENTORNO DO PILAR P-03

FOTO DA ANCORAGEM DO PILAR COM AS FUNDAÇÕES

88

ANEXO DE FOTO DO LAUDO TÉCNICO ESTRUTURAL - 4

FOTO DOS ECORAMENTOS FINAIS DO PILAR P-03

89

ANEXO DE FOTO DO LAUDO TÉCNICO ESTRUTURAL – 5

FOTO DO COLAPSO ESTRUTURAL COM SECCIONAMENTO DE SEÇÃO

90

ANEXO DE FOTO DO LAUDO TÉCNICO ESTRUTURAL – 6

FOTO DO COLAPSO ESTRUTURAL MOSTRANDO OS DESAPRUMOS OCORRIDOS COM RELAÇÃO ÀS LINHAS DE REFERÊNCIAS DESENHADAS. PARTE DOS DESAPRUMOS JÁ EXISTIA DESDE O PROCESSO CONSTRUTIVO E PARTE FOI DECORRENTE DO DESLOCAMENTO DO PILAR E DA SUA FUNDAÇÃO.

91

ANEXO DE RELATÓRIO DO LAUDO TÉCNICO – 7

RELATÓRIO DA ANÁLISE DE SOLO SPT EM REGIÃO PRÓXIMA À EDIFICAÇÃO (não foi possível fazer esta análise no terreno do prédio porque todo o entorno do mesmo e das edificações adjacentes estão pavimentadas juntamente com os logradouros públicos)

92

ANEXO DE RELATÓRIO DO LAUDO TÉCNICO – 8

RELATÓRIO DA ANÁLISE DE SOLO SPT EM REGIÃO PRÓXIMA À EDIFICAÇÃO

93

ANEXO DE RELATÓRIO DO LAUDO TÉCNICO – 9

RELATÓRIO DA ANÁLISE DE SOLO SPT EM REGIÃO PRÓXIMA À EDIFICAÇÃO

94

ANEXO B - PROJETO DE RECUPERAÇÃO ESTRUTURAL ANEXO DE PROJETO ESTRUTURAL – 1

PROJETO ESTRUTURAL DE REFORÇOS DE PILARES EM CONCRETO ARMADO 23X23X300 cm COM CANTONEIRAS LAMINADAS L 3” x 3/16”, SEM CONSIDERAR A CONTRIBUIÇÃO DE CARGAS DO CONCRETO:

DISTRIBUIÇÃO DOS PERFIS METÁLICOS NA SEÇÃO DE CONCRETO ARMADO

95

ANEXO DE PROJETO ESTRUTURAL – 2

PLANTA DE FÔRMA DA PARTE AFETADA NO TÉRREO

96

ANEXO DE PROJETO ESTRUTURAL – 3

CÁLCULO DE MOMENTO DE INÉRCIA P/ CANTONEIRA L 3”X3/16”

97

ANEXO DE PROJETO ESTRUTURAL – 4

CÁLCULO DE MOMENTO DE INÉRCIA P/ CANTONEIRA L 2-1/2”X3/16”

98

ANEXO DE PROJETO ESTRUTURAL – 5

MEDIDAS DO TRAMO DOS PILARES NO TÉRREO E CONTRAVENTAMENTOS

99

ANEXO DE PROJETO ESTRUTURAL – 6

CARGAS DOS PILARES CRÍTICOS NO PAVIMENTO TÉRREO

100

ANEXO DE MEMÓRIA DE CÁLCULO DO PROJETO – 7 DADOS MECÂNICOS E GEOMÉTRICOS DA CANTONEIRA (L 3” x 3/16” – AÇO ASTM A-36) COMO ESTRUTURA INDIVIDUAL E COMO ESTRUTURA AGRUPADA COM 4 PEÇAS ANCORADAS NAS QUINAS DO PILARES: Aço: ASTM – A36; Fy = 250 Mpa, E = 200 GPa L(travada) = 75 cm (travamento com barras chatas envolvendo a seção de concreto armado existente); L(total) = 300 cm. bf = 7,62 cm; tf = 0,476 cm; rx = ry = 2,39 cm; r(min) = 1,50 cm. Ix(1L) = Iy(1L) = 40 cm4 p/1 perfil; Ix(4L)= Iy(4L) = 2.912 cm4 p/4 perfis. Ag(1L) = 7,03 cm; Ag(4L) = 28,12 cm; Peso p/ metro p/ 1 perfil = 7,03 kg/m. DIMENSIONAMENTO DE UM PERFIL INDIVIDUAL: Cálculo do índice de esbeltez limite: ) lim

= 0,45 √E/fy

Aplicando-se os valores na fórmula obtém-se

= 12,73 Cálculo do índice de esbeltez dos elementos AL das cantoneiras: Aplicando-se os valores na fórmula obtém-se Logo:

= 12,73 <

= 16

= 16

(NÃO PASSA!)

Considerações: Este cálculo com perfil de forma isolada não pode ser usado como peça de alma e mesa compacta porque ( esbelta. Procedimento:

< ), razão pela qual terá de ser calculada como seção de alma

101

De acordo com o ANEXO F da NBR 8800/2008 para o caso em que se trata de um perfil de alma esbelta como a cantoneira identificada acima, deve-se proceder a análise do tipo das abas que podem ser AA ou AL. No caso específico do perfil calculado se trata de peças AL, visto que ambas as abas tem apenas vinculação em um único vértice e os outros lados se encontram livre. Por esta razão calcula-se o coeficiente redutor ( Q ) igualando-o ao valor de Qs, especificamente para este caso da seguinte forma: aplicando os valores na fórmula temos: 0,45 √E/fy = 12,73

e

= 16.

0,91 √E/fy = 25,74

Como 12,73 < 16 < 25,74, então temos um caso de uma peça atribuída por muitos calculistas como semicompacta onde o cálculo do fator de redução ( Q )é dado pela seguinte expressão: Q = Qs = 1,34 – 0,76 .

. √fy/E

aplicando os valores na fórmula, temos Q = 0,91

Com a fórmula de Euler calculamos a flambagem elástica da seguinte forma:

=

aplicando os valores temos

= 8.564,58 kg.

Cálculo da esbeltez reduzida para o fator ( χ ): = √(Q . Ag . /fy) / Ne Com este fórmula se obtém

= 1,35

Para as condições do cálculo do fator de resistência a compressão, temos: p/

1,5



χ=

p/

> 1,5



χ = 0,877/

Aplicando os valores no segundo caso em função do índice de esbeltez reduzido ser menor que 1,5, temos χ = 0,48. Cálculo da carga resistente final à compressão axial para apenas 1 cantoneira: Nc,Rd = Q X

102

Aplicando os valores na fórmula, temos o total máximo da carga crítica elástica levando em consideração a flambagem global e localizadas da ordem de Nc,Rd = 7.564,58 kg. Conclusão: Colocando-se 4 cantoneiras deste tipo sem seu agrupamento físico e travamento estrutural entre elas, estes perfis juntos suportaria apenas uma carga máxima de compressão axial da ordem de 30.258,32 kg (4 x 7.564,58) e não resolveria o problema de reforço estrutural para suportarem sozinhas as cargas dos 4 pilares a serem recuperados no edifício, se transformando em uma solução inviável para o presente caso, visto que as solicitações são o dobro do valor total resistente. DIMENSIONAMENTO DOS 4 PERFIS AGRUPADOS: Cálculo do índice de esbeltez limite: ) lim = 0,45 √E/fy

Aplicando-se os valores na fórmula obtém-se

=

12,73 Cálculo do índice de esbeltez dos elementos AL das cantoneiras: Aplicando-se os valores na fórmula obtém-se Logo:

= 12,73 <

= 16

= 16

Considerações: Como carregamento com uso isolado jamais este perfil poderia ser dimensionado como alma e mesa compactas e teria de levar em consideração os fatores de redução do Q. Porém, tratase de 4 cantoneiras agrupadas em torno de uma seção de concreto armado com todos os perfis devidamente ancorados nas quinas dos pilares. Além destas ancoragens as peças serão trava das transversalmente a cada 75 cm, o que reduzirá bastante a capacidade de flambagem das mesmas. Por estas razões específicas, considerou-se Q = 1. Cálculo do fator de resistência à compressão ( χ ):

103

Com a fórmula

=

calcula-se o valor da flambagem elástica de Euler, obtendo-se:

= 638.673 kg. Cálculo da esbeltez reduzida para calcular o fator ( χ ): = √(Q . Ag . /fy) / Ne Com este fórmula se obtém

= 0,35

Condições para o cálculo do fator de resistência à compressão: p/

1,5



χ=

p/

> 1,5



χ = 0,877/

Como

= 0,35, então aplicando os valores nas fórmulas temos ( χ = 0,95 ).

Logo a carga máxima de compressão do sistema com 4 cantoneiras travadas a 75 cm e ancoradas no concreto armado do pilar existente é: Nc,Rd = Q X Onde aplicando os números na fórmula termos: Nc,Rd = 1 . 0,95 . (4 . 7,03) . 2.500 1,1

onde

Nc,Rd = 60.714 kg

QUANTITATIVOS DOS PRINCIPAIS MATERIAIS: CANTONEIRA L3”X3/16” de aço ASTM A-36 =

400 kg

CANTONEIRA L3”X1/4” de aço ASTM A-36 =

70 kg

BARRA CHATA 2”X3/16” de aço ASTM A-36 = .

30 kg

TOTAL DE ESTIMATIVA DE AÇO ========

500 kg

Observações: Utilizar eletrodo com revestimento E7018 e não deixar a caixa aberta para não absorver umidade, pois este tipo de eletrodo pode provocar fissuração na ZTA (zona termicamente afetada) quando umedecido.

104

Utilizar resina epóxi de alta resistência SIKADUR 32 da SIKA ou semelhante para aplicações de cola entre aço e concreto. Retirar os revestimentos antigos e limpar bem as superfícies. CONCLUSÃO: Como em todas as combinações com seus redutores probabilísticos as cargas dos pilares não ultrapassaram o valor de Nc,Rd, então os reforços dos pilares estão estáveis. Vale salientar ainda que os pilares em concreto armado existentes continuarão contribuindo em termos reais com alguma capacidade de carga no conjunto, embora no cálculo não foi considerado qualquer aporte do concreto. A única consideração dos pilares foi apenas no sentido de travamento das cantoneiras como núcleo rígido entre elas. Portanto, a recuperação estrutural dos quatro pilares que apresentaram problemas estruturais serão feitos com o uso de 4 cantoneiras laminadas L3”X3/16” de aço ASTM A-36 para as estruturas verticais e cantoneira L3”X1/4” de aço ASTM A-36 para os capiteis de cima e de baixo. As cantoneiras verticais serão travadas por barras chatas de 2”X3/16” de aço ASTM A36 e devidamente ancoradas no concreto com chumbadores de 12.5 mm entre os planos horizontais formados por cada par de cantoneiras. Todas as peças deverão ser ancoradas nas superfícies do concreto armado existente como resina epóxi e o eletrodo a ser usado na operação de soldagem deve ser o E7018, não devendo usar eletrodos celulósicos. Todas as cantoneiras agrupadas deverão ficar totalmente ancoradas nas fundações e nas peças da laje superior através dos capiteis de aço. Após a execução dos serviços propostos todos os pilares a serem recuperados deverão ser revestidos com argamassa de cimento e areia no traço de 1:4 para a proteção física e química do material metálico.

ESCRITÓRIO DE CÁLCULO ESTRUTURAL:

Out/2014

Av Pedro II, 1269, Centro, João Pessoa/PB – CEP: 58.013-420 / Tel: (83) 3566.7514 Home Page: www.daconprojetos.com.br / Eng. Civil / Darcilio Macedo da Fonseca/ CREA: 160106913-8