Revista Internacional techITT | Vol.14 | Issue 39 | 2016 | Especial CONPAT

TECH ITT REVISTA INTERNACIONAL

ESTRUTURAS E CONSTRUÇÃO • ESTRUCTURAS Y CONSTRUCCIÓN

Especial

CONPAT 2015

Volume

14

Número

39

Director: Fernando Branco fbranco@civil.ist.utl.pt Coordenador editorial: Inês Flores-Colen Publicado por: Gatewit Avenida da Liberdade, nº 136, 4º, 5º e 6º 1250-146 Lisboa Contactos: E-mail: info@gatewit.com Website: www.techitt.com tech ITT Press: • Revista Internacional tech ITT ( 3 X Ano ) • Monografias

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EDITORIAL

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INVESTIGAÇÃO DOS REQUISITOS DA NORMA BS EN 13374:2013 EM DISTINTOS SISTEMAS PROVISÓRIOS DE PROTEÇÃO DE PERIFERIA A EFEITOS DE CARGAS ESTÁTICAS – CLASSE A

Fernando Branco Portugal

C. F. N. Sousa, L. K. Zuchetto, U. C. M. Quinino, A. S. Adamatti, J. Figueiró Brasil

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COMPORTAMENTO AO FOGO DE VIGAS DE BETÃO ARMADO REFORÇADAS COM LAMINADOS DE CFRP: ENSAIOS DE RESISTÊNCIA AO FOGO E SIMULAÇÃO NUMÉRICA J. P. Firmo, J. R. Correia, M. R. T. Arruda Portugal

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ESTUDIO PATOLÓGICO CON EMPLEO DE TÉCNICAS AVANZADAS DE ANÁLISIS DE MATERIALES DE UNA EDIFICACIÓN DE CONCRETO REFORZADO TIPO PÓRTICO LOSA-COLUMNA R. A. Tolosa, N. P. Arias, J. A. Galindo, O. Giraldo, C. A. Cardona Colômbia

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PLANOS DE MANUTENÇÃO PRÓ-ACTIVA DE FACHADAS E COBERTURAS DE EDIFÍCIOS S. Madureira, J. Morgado, I. Flores-Colen, J. de Brito Portugal

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EDITORIAL Para este número da RIT selecionou-se um conjunto de artigos, apresentados no CONPAT 2015 relativos a “patologia” e “manutenção” de edifícios. Trata-se de duas palavras que, cada vez mais, andam juntas no vocabulário da engenharia civil. Foi nos anos 80 do séc. passado que se percebeu que as construções tinham uma vida útil e que tal tinha de ser encarado como objecto de análise, tal como a segurança estrutural o tinha sido até então.

O investimento inicial foi em técnicas de reparação das anomalias, nomeadamente como resolver as “novas” anomalias de durabilidade do betão que então apareceram. Depois percebeu-se que não havia dinheiro para reparar tudo ao mesmo tempo e nasceram os “sistemas de gestão” com o objectivo de optimizar os gastos de reparação e actuar primeiro nos casos mais prementes.

Posteriormente percebeu-se que a melhor solução consiste em evitar que as grandes anomalias cheguem a aparecer e tal tem de ser feito com planos periódicos de inspecção e manutenção. Esta é hoje a metodologia consensualmente aceite...mas a sua implementação ainda demorará, pois gastar dinheiro em inspecções sem ainda ver as anomalias é também um conceito novo que precisa ser ensinado.

Esperamos que aprecie este volume da RIT.

CORPO CIENTÍFICO:

Alfredo Serpell (Pontificia Universidad Católica de Chile, Chile) Elton Bauer (Universidade de Brasília, Brasil) Hipólito de Sousa (Faculdade de Engenharia do Porto, Portugal) João Carlos Gonçalves Lanzinha (Universidade da Beira Interior, Portugal) João Gomes Ferreira (Instituto Superior Técnico, Universidade de Lisboa, Portugal) João Ramôa Correia (Instituto Superior Técnico, Universidade de Lisboa, Portugal) José Barroso Aguiar (Universidade do Minho, Portugal) José Rangel (Universidad Autónoma de Nuevo León, México) Manuel Pinheiro (Instituto Superior Técnico, Universidade de Lisboa, Portugal) Nuno Simões (Faculdade de Ciências e Tecnologia da Universidade de Coimbra, Portugal) Paulina Faria (Faculdade Ciências e Tecnologia, Universidade NOVA de Lisboa, Portugal)

Fernando Branco (Director da RIT)

Paulo G. Yugovich R. (Facultad de Ciencias y Tecnologia, Universidad Católica Nuestra Sr. de la Asunción, Paraguay) Paulo Helene (Universidade de São Paulo, Brasil) Resende Nsambu (Faculdade de Engenharia da Universidade Agostinho Neto, Angola) Romeu Vicente (Universidade de Aveiro, Portugal) Rosário Veiga (Laboratório Nacional de Engenharia Civil, Portugal)

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INVESTIGAÇÃO DOS REQUISITOS DA NORMA BS EN 13374:2013 EM DISTINTOS SISTEMAS PROVISÓRIOS DE PROTEÇÃO DE PERIFERIA A EFEITOS DE CARGAS ESTÁTICAS – CLASSE A C. F. N. SOUSA Acadêmica de Eng, Civil UNISINOS – itt Performance São Leopoldo, RS, Brasil

L.K. ZUCHETTO Acadêmica de Eng, Civil UNISINOS – itt Performance São Leopoldo, RS, Brasil

A.S. ADAMATTI Acadêmico de Eng, Civil UNISINOS – itt Performance São Leopoldo, RS, Brasil

J. FIGUEIRÓ

U.C.M. QUININO Professor Dr., Eng. Civil UNISINOS – itt Performance São Leopoldo, RS, Brasil

Acadêmico de Eng, Civil UNISINOS – itt Performance São Leopoldo, RS, Brasil

SUMÁRIO

ABSTRACT

A falta de padronização e diversidade de projetos de sistemas de proteção adotados no mercado, associados à precária fiscalização dos órgãos responsáveis ou inobservância das recomendações de normas por parte dos projetistas, contribuem, de um modo geral, para a ocorrência de acidentes nos canteiros de obra. Com o propósito de melhor esclarecer aspectos técnicos de dimensionamento e adoção de morfologias para dispositivos desta natureza, o estudo propõe investigar o desempenho estrutural de Sistemas Provisórios de Proteção de Periferia, com concepções físicas e geométricas variadas (madeira, aço e combinação), obedecendo aos critérios de dimensão mínima e distribuição de componentes estabelecidos por norma. Tais sistemas são destinados a funcionar como elementos que impeçam a queda de pessoas e/ou objetos em contornos de quaisquer áreas/superfícies horizontais que necessitam de proteção. Na medida em que os dispositivos são submetidos aos procedimentos recomendados e avaliados conforme os requisitos da British Standard European Norm EN 13374:2013 – Temporary edge protection systems – Product specification, test method [1], é possível atestar algumas observações que, a partir das quais, permitem identificar deficiências e, com isso, propor melhorias aos sistemas, de modo a viabilizar e potencializar a confiança do seu emprego e elevar o desempenho frente à resistência mecânica. Com base nos ensaios e verificações realizadas, os sistemas avaliados apresentam comportamento, predominantemente, apropriado à função para a qual foram projetados, frente à maior parte dos requisitos de aceitação de carga e serviço. Entretanto, fica evidente a preocupação na definição dos dispositivos de ancoragem, bem como na fixação dos componentes e seleção de materiais de constituição, sendo estes alguns aspectos considerados deficientes ao longo dos ensaios.

The lack of standard and variety of projects adopted in the market associated with reduced supervision by the responsible agencies and non- compliance of recommendations by the designers contribute to the occurrence of accidents at construction sites. In order to clarify the technical aspects for the design and definition of formats for devices with this feature , the present study is proposed to investigate the structural performance of edge protection systems, with physical and geometric designs varied ( wood, steel and combination), meeting the minimum size criteria and definition components established by the standard. The systems are intended to function as elements that prevent the fall of persons or objects in areas and horizontal surfaces of contours that need this protection. As the devices are subjected to the procedures recommended by the British Standard European Norm EN 13374:2013 – Temporary edge protection systems – Product specification, test method [1], one can gather important considerations and identify problems and propose improvements to the systems, so as to facilitate and enhance the confidence of its use and increase the performance front the mechanical strength. Based on the testing and verification of the results the evaluated systems exhibit behavior appropriate to the design function, compared to most charge acceptance and service requirements. But, of course concerns the definition of the anchoring devices and attachment of components and choice of constitution materials, these aspects being disabled during the tests.

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1. Introdução Em um período de 7 anos (entre 2007 e 2013), 5 milhões de acidentes de trabalho ocorreram no Brasil e os setores de trasporte rodoviário e construção civil estão entre os mais letais para os trabalhadores [1]. Com um contínuo aumento na ocorrência de acidentes de trabalho em obras, a construção civil continua se destacando como sendo o quinto setor em número de acidentes e o segundo que mais mata trabalhadores no Brasil. Em destaque, a estruturação preventiva de segurança para risco de quedas de altura ainda é um problema grave e está, emergencialmente, necessitando de novas reformulações, embora haja decretos visando à prevenção destes acidentes [4]. É obrigatória, na periferia da edificação, a instalação de proteção contra queda de trabalhadores e projeção de materiais, a partir do início dos serviços necessários à concretagem da primeira laje [3], [5]. A presente pesquisa, visando colaborar com as exigências regulamentadas, propõe estudar, experimentalmente, o comportamento de distintos sistemas de proteção de periferia, devidamente projetados com finalidade principal de funcionar como elemento que impeça a queda de pessoas e/ou objetos em contornos de lajes, telhados, escadas e quaisquer áreas/ superfícies horizontais caso seja necessária à proteção. As proteções citadas se diferem quanto ao material utilizado para constituição das peças, geometria e morfologia, bem como a fixação e vinculação. Faz parte desta investigação evidenciar sua adequação frente às especificações mínimas previstas [6], [7], [8]. Além disso, estabelecer uma análise comparativa, evidenciando pontos positivos e/ou negativos de cada sistema, cujo procedimento, requisitos e recomendações são adotados [1].

2. Materiais Os protótipos destinados à avaliação destes sistemas foram projetados de modo a evitar a remoção acidental de qualquer um dos seus componentes durante o uso, cujas dimensões obedecem ao detalhamento do projeto - dimensões e designações [1]. Além de caracterizar-se como proteção periférica provisória, estes dispositivos foram desenvolvidos para apresentar uma proteção completa ao longo da realização da etapa de trabalho e possuem exigências quanto à altura de queda ou ao risco adicional que venha provocar um perigo maior de queda. De modo geral, tais sistemas são classificados conforme especificações previstas em normas regulamentadoras, as quais estabelecem diversos requisitos que estão diretamente relacionados ao seu emprego.

São projetados a partir da união ideal entre constituintes básicos como montantes, travessão superior, travessão intermediário e um elemento de rodapé, bem como uma tela ou rede de segurança, de acordo com as normas correspondentes. descritos da seguinte forma: (a) Travessão superior: longarina ou elemento contínuo que forma parte superior do sistema provisório de proteção de periferia; (b) Travessão intermediário: longarina ou elemento contínuo colocado entre o travessão superior e a superfície de trabalho; (c) Rodapé: elemento disposto junto à superfície de trabalho; (d) Montante: suporte vertical principal do sistema provisório de proteção de periferia no qual se fixam os travessões e rodapé; (e) Tela de segurança: tela contra queda de materiais; (f) Peça de enchimento: preenche o espaço entre a face da viga, os travessões e o rodapé, permitindo a elevação das fiadas da alvenaria de fechamento do pavimento, sem que haja obstrução do sistema de proteção. Vale salientar que os elementos de proteção foram vinculados aos dispositivos de apoio que simulam a elevada rigidez das vigas às quais estes elementos de proteção estarão fixados em obra e serão, consequentemente, solicitados, atendendo aos requisitos de carga estática previstos para a Classe A, conforme apontado pela norma mencionada. Este estudo considera três tipos de sistemas de proteção, cujos materiais são: (I) madeira, (II) aço - metal e (III) misto (composição de madeira e metal).

2.1. Tipos de Sistemas de Proteção 2.1.1. Sistema de Proteção I – Madeira Os elementos do sistema de madeira (montantes, travessão superior, travessão intermediário, rodapé e peça de enchimento), são de madeira serrada, cuja espécie é o eucalipto, fixados entre si através de pregos. A tela de segurança está unida aos elementos através de grampos metálicos. A Figura 1, ilustra a geometria adotada para este tipo de sistema, bem como as dimensões entre componentes.

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Figura 1: Dimensões e montagem do sistema de proteção de madeira Fonte: RT 03-2013

2.1.2 Sistema de Proteção II – Misto Muito similar aos protetores I (madeira), no que tange aos elementos constituintes horizontais (travessões e rodapé), o sistema misto dispõe de barras de madeira (eucalipto) que servem como elemento de fechamento e base para fixação da tela de segurança que, por sua vez, é firmada junto ao travessão superior e rodapé, onde grampos são, cuidadosamente, espaçados, garantindo a sua disposição final. Os montantes são tubos retangulares metálicos (aço estrutural - A36), cujas dimensões e detalhamento podem ser visualizados na Figura 2. Neste modelo, os elementos de madeira são vinculados aos montantes através de cantoneiras (guias) que permitem o encaixe perfeito e, posteriormente, pregos são utilizados para garantir que não haja desprendimento das uniões.

Figura 2: Dimensões e montagem do sistema de proteção mista Fonte: RT 01-2013

2.1.3 Sistema de Proteção III – Metálico Este sistema é constituído de tubos e chapas metálicas de aço estrutural A36 - SAE 1020, bem como de tela de proteção do tipo “alambrado” com malha 5x15 cm e arame com diâmetro φ = 2,5 mm. Na Figura 3 é possível observar o detalhamento das peças e sistema, bem como vinculação externa.

Para a fixação dos quadros junto aos montantes, foram empregados calços e braçadeiras metálicas, bem como parafusos de ajuste. As telas de segurança, por sua vez, foram fixadas aos quadros metálicos com o auxílio de soldas.

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Figura 3: Dimensões e montagem do sistema metálico de proteção Fonte: RT 02-2013

3. Métodos Os protótipos foram examinados segundo os requisitos de desempenho para Estado Limite de Serviço – medição dos deslocamentos horizontais e verticais medidos nas direções das cargas previstas pelo projeto de norma –, e Estado Limite Último – verificação da capacidade de suporte de carga e perda de estabilidade, identificando a eventual ruptura total ou parcial dos componentes.

Para atingir os objetivos do estudo, o método foi dividido em duas etapas distintas, apresentadas a seguir: a) Etapa I – Estado Limite de Serviço: aplicação de cargas horizontais e verticais, conforme os requisitos estabelecidos pela norma e medição dos deslocamentos nas direções das cargas aplicadas. Com base nas exigências de deflexão, foi realizada uma verificação entre as deformações elásticas obtidas e os valores limites para as flechas máximas. b) Etapa II – Estado Limite Último: neste procedimento, a verificação está relacionada com a capacidade de carga para valores majorados e combinados com o vento e da perda de estabilidade.

A partir da análise de cinco amostras representativas testadas para cada tipo de sistema, foi possível avaliar o comportamento do sistema de proteção e verificar sua conformidade com os requisitos de carga estática (classe A), estabelecidos pela norma supracitada.

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3.1. Sistema de aplicação de cargas Segundo a norma, a proteção Classe A é projetada para resistir somente a cargas estáticas e deve atender aos requisitos de carga previstos. Tanto para a verificação do ELS, bem como para a verificação do ELU, os protetores são submetidos a um conjunto de cargas, aplicados de acordo com a orientação do projeto de norma. Nestas especificações, são preditas cargas concentradas horizontais e verticais em cada um dos componentes do sistema de proteção de periferia – montantes, travessão superior, rodapé e tela de proteção contra queda de materiais – não necessitando serem consideradas como simultâneas.

Como pode ser observado na Figura 4, para travessões superior e intermediário, bem como rodapé, a carga horizontal FH, no sentido de dentro para fora (da área protegida), é aplicada no centro do vão, entre os montantes.

Figura 4: Esquema de cargas horizontais aplicadas nos componentes.

Para o caso dos montantes, a carga horizontal é concentrada neste componente – ver Figura 5 – com mesma intensidade, direção e sentido da carga horizontal aplicada no travessão superior.

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Figura 5: Esquema de aplicação de carga horizontal nos montantes: a) sistemas I e II ; b) sistema III.

Além da carga horizontal aplicada nos componentes, a tela de proteção contra queda de materiais é testada. Neste caso, a carga horizontal concentrada é transferida para a tela de segurança através do emprego de uma placa de distribuição com dimensões de 30 cm x 30 cm, localizada no vão central do sistema. Conforme representado na Figura 6, é possível notar que essa carga possui o sentido adotado nas cargas horizontais.

Figura 6: Carga horizontal para verificação das telas de proteção.

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De acordo com a configuração de carregamento representada pela Figura 7, o sistema de proteção é submetido a uma carga horizontal FHP, aplicada na direção do travessão superior, paralela ao plano formado pelos montantes e travessões.

Figura 7: Carga paralela ao sistema de proteção de periferia.

Por fim, os sistemas foram testados, inclusive, sob a ação de uma carga vertical FV para baixo, aplicada no centro dos vãos de cada um dos componentes – travessão superior, travessão intermediário e rodapé, sendo verificado o ELS e ELU. A Figura 8 ilustra o esquema adotado para aplicação da carga vertical especificada pela norma.

Figura 8: Cargas verticais aplicadas em cada um dos componentes.

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3.2. Leitura dos Deslocamentos Como mencionado no item anterior, cada um dos componentes é submetido a uma carga horizontal FH, ou uma carga vertical FV. Na verificação do Estado Limite de Serviço, a flecha é medida na direção de cada uma das cargas horizontais, aplicadas transversalmente aos componentes, assim como para a carga vertical aplicada em qualquer ponto do travessão superior, não devendo ser maior do que a respectiva máxima flecha elástica permitida (fmáx).

Nesta fase, após as cargas aplicadas nas posições mais desfavoráveis, cada uma das amostras recebeu uma carga inicial de 100 N e foi mantida por um período mínimo de um minuto, tendo sido removida logo em seguida. Tal procedimento tem como objetivo permitir que quaisquer folgas sejam removidas e que o sistema esteja adequadamente acomodado. Após a remoção da carga, é estabelecido o ponto de referência para medição das flechas elásticas. A partir deste ponto, na medida em que o sistema é carregado até a carga característica, é realizada a leitura do deslocamento final que, por sua vez, é comparada com os valores de flechas estabelecidos pela norma.

4. Resultados A seguir são apresentados os resultados obtidos durante os ensaios do método desta pesquisa.

4.1. Estado Limite de Serviço 4.1.1 Carga Excepcional Horizontal A Figura 9 ilustra o comportamento dos protetores de periferia – sistema III ( metálicos ) – para as cargas FH1 (travessão superior) e FH3 (rodapé).

Para os sistemas III, não há a presença de um travessão intermediário, como é o caso dos demais sistemas analisados, sendo adotadas telas de aço para garantir o fechamento do quadro.

Figura 9: Carga horizontal ao sistema de proteção de periferia – travessão superior e rodapé Fonte: RT 02-2013

Abaixo, a Figura 10 procura ilustrar o comportamento dos protetores de periferia (sistemas I e II) para as cargas FH1 (travessão superior), FH2 (travessão intermediário) e FH3 (rodapé).

Vale salientar que, nas figuras apresentadas, a identificação dada por P0, P1, P2, P3, P4 e P5 representa, para cada teste, os nomes adotados para diferencias os exemplares dos conjuntos de protótipos testados.

Nestes procedimentos, pertinente destacar que o limite de aceitação para o deslocamento na direção da carga FH1 é de fH1máx=150 mm e para as direções de FH2 e FH3, a flecha máxima é limitada em fH2máx= fH3máx = 120 mm [1]. Em todos os casos, os limites de deslocamentos foram obedecidos, sem que houvesse quaisquer tipos de danos ou comprometimento da estabilidade global do sistema.

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Figura 10: Carga horizontal aplicada ao sistema de proteção de periferia – Sistemas I e II Fonte: RT 01 e RT 03-2013

Sobre a avaliação do desempenho dos sistemas frente à ação das cargas excepcionais horizontais aplicadas nos montantes, a Figura 11 reúne as curvas de comportamento nos sistemas I e II, da mesma forma que a Figura 12 evidencia o teste realizado com os protótipos do sistema III.

Figura 11: Carga horizontal aplicada ao sistema de proteção de periferia – Sistemas I e II Fonte: RT 01 e RT 03-2013

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Como cada protetor metálico possui um par de montantes, adotou-se registrar a média dos valores encontrados para os componentes do protetor. No gráfico, a Figura 12 apresenta o comportamento dos montantes dos protetores de periferiasistema III - para a carga FH1.

Figura 12: Carga horizontal ao sistema de proteção de periferia – montante – sistema III (metálico) Fonte: RT 02-2013

Assim como no caso da carga excepcional horizontal no travessão superior, a flecha máxima permitida pela norma para essa configuração é de FH1máx=150 mm.

4.1.1 Carga Excepcional Horizontal Analisando os sistemas I, II e III sob a ação da carga vertical (FV =1250N) nos travessões, aplicada na metade do vão, foi possível constatar que todos os protetores testados possuem condições favoráveis de resistir à carga.

Na medida em que não foi identificado qualquer dano, local ou global e que as flechas obtidas nas direções das cargas não excederam o limite 200 mm, para todos os sistemas testados, atesta-se que o desempenho foi aceitável e está de acordo com os requisitos na verificação das deformações excessivas, da capacidade de carga e estabilidade.

Os sistemas I e II apresentaram comportamento muito similares, pois adotavam travessões de madeira como componentes horizontais, com geometrias de seção transversal semelhantes.

A Figura 13 indica os valores de deslocamentos medidos no centro do travessão superior - elemento horizontal com menor coeficiente de rigidez à flexão (caso mais desfavorável, comparado ao intermediário e rodapé), entre os montantes para uma carga crescente até o limite de 1250N, em protótipos do sistema II (misto).

Figura 13: Curvas FV x fV – Protetores mistos Fonte: RT 01-2013

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Os protetores ensaiados do tipo sistema III (metálico), mais rígidos, frente à ação da carga vertical, não apresentaram falhas, mantendo-se íntegros e estáveis. Pode-se, ainda, atestar que o comportamento do sistema está dentro de um regime elástico e linear, pois as deformações aferidas após a retirada da carga foram praticamente nulas, o que evidencia a ausência de dano no sistema.

A Figura 14 indica os valores de deslocamentos medidos no centro do travessão superior e rodapé, no centro do vão, entre os montantes para uma carga crescente um pouco maior ao valor limite de 1250 N.

Figura 14: Curvas FV x fV– protetores metálicos – Sistema III Fonte: RT 02-2013

Com o intuito de identificar a configuração de carregamento mais desfavorável e, a parir desta, analisar seus efeitos no que se refere à magnitude dos momentos fletores atuantes ao longo das seções transversais do protetor e, por conseguinte, tensões solicitantes, decidiu-se simular numericamente o problema. Os esquemas estruturais simplificados podem ser vistos na Figura 15.

Figura 15: Esquemas estruturais simplificados: Configuração mais desfavorável (A) e Configuração adotada nos ensaios (B).

Conforme ilustração acima, a análise numérica aponta que ao aplicar a carga vertical Fv = 1250 N em um ponto distante 63 cm do apoio, em direção ao centro do travessão superior, as solicitações de flexão são maiores quando comparadas aos momentos fletores provenientes da aplicação da carga no centro do protetor, mesmo quando essa é de 1320 N (valor adotado no procedimento experimental). Obviamente, é importante salientar que a rigidez dos elementos constituintes do protetor é suficiente para que o sistema suporte as tensões geradas pela solicitação máxima obtida. Entretanto, como observado

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na Figura 16, a carga de 1320 N aplicada no centro do dispositivo favorece o surgimento de deslocamentos verticais mais elevados, colocando-os em comparação aos valores de flechas obtidos na outra configuração em que a ação dos 1250 N está afastada da extremidade. Desta forma, a configuração adotada nos procedimentos seria a mais desfavorável.

Figura 16: Diagramas de Momentos Fletores e Deslocamentos Verticais.

De maneira análoga, a referida análise foi realizada para a ação da Fv no rodapé e as conclusões acima descritas são também aplicadas. De qualquer forma, o sistema não apresenta problemas quanto aos critérios de verificação do ELS para a ação da carga vertical.

4.2. Estado Limite de Serviço Para que o sistema de proteção de periferia esteja de acordo com os requisitos estabelecidos pela norma, é imprescindível a ausência de ruptura ou desprendimento dos componentes, bem como de deformação permanente, quando submetido à ação das cargas e combinações (carga estática e ação de vento). Após a aplicação das cargas máximas previstas, respeitando o tempo de um minuto, realiza-se uma análise visual dos travessões, montantes, tela de proteção, ligação entre eles, assim como vinculação com o sistema de apoio. a) Sistema de Proteção I – Madeira Com o interesse de identificar a máxima carga suportada pelo componente e de avaliar a perda de estabilidade do protetor frente à ação da carga FH1, optou-se por acrescer o carregamento, levando-o até a ruptura. Na maioria dos protetores testados, aleatoriamente, a falha ocorreu de maneira esperada, uma vez que as tensões de tração atuantes superaram a resistência à tração paralela às fibras da madeira constituinte. É possível observar, por meio da Figura 17, que os sistemas de proteção resistiram à ação da carga com uma magnitude superior que a prevista em norma, quando da verificação do ELU – combinação da ação da carga excepcional e ação do vento de 950 N – cerca de 1,4 a 1,9 vezes maior.

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Figura 17: Carga horizontal no travessão superior do sistema de proteção de periferia de madeira Fonte: RT 03-2013

b) Sistema de Proteção II – Misto Sabendo que a finalidade principal deste tipo de sistema é evitar a queda de pessoas e/ou objetos, no sentido de dentro para fora, decidiu-se avaliar o desempenho do sistema até a ruptura frente à ação horizontal no travessão superior. Recorrendo à Figura 18, nota-se que o sistema proposto possui condições favoráveis para ser empregado para a finalidade a qual se destina uma vez que a carga média de ruptura em todos os casos foi, evidentemente, superior àquela estabelecida nos requisitos da norma, no que se refere à verificação do ELU. A partir dos resultados, o valor médio da carga máxima suportada pelos travessões superiores ficou compreendido num intervalo entre 2000 N a 2250 N, cerca de 2 a 2,4 vezes maior ao valor considerado como requisito mínimo na norma.

Figura 18: Carga horizontal no travessão superior do sistema de proteção de periferia misto Fonte: RT 01-2013

c) Sistema de Proteção III – Metálico A função principal deste tipo de sistema está associada à ação da carga excepcional na direção horizontal, sendo esta aplicada na altura do travessão superior, como sendo a configuração mais desfavorável. As quatro amostras foram submetidas a uma carga de 2000 N nesta direção - 2,2 vezes maior que a carga máxima de ensaio – que não houve falhas.

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4.2.1 Carga horizontal paralelamente aplicada ao plano do sistema de proteção - FHP Faz parte da investigação das condições de aceitação para ELU dos sistemas, averiguar o comportamento do sistema de proteção quando submetido à carga FHP – em que a sua direção deve coincidir com o eixo do travessão superior – foram adotadas duas maneiras semelhantes para aplicação da carga (assim, cada protetor foi testado duas vezes para este critério).

Primeiramente, a carga é aplicada no montante esquerdo do protetor, no sentido de fora para dentro, obedecendo aos requisitos de valor característico, bem como o fator de majoração estabelecido pela norma (FHP = 200 N x 1,5 = 300 N). Em seguida, com a mesma intensidade, direção e sentido da carga FHP aplicada no montante esquerdo do protetor, o montante direito foi solicitado. Neste caso, a ação da carga se dá no sentido de dentro para fora do protetor. Em todos os testes, os protetores se comportaram adequadamente, suportando a carga de 300 N por um minuto (verificação do ELU), sem que houvesse qualquer tipo de falha ou perda de estabilidade dos sistemas.

5. Conclusão Com base nos ensaios e verificações realizadas neste trabalho, é viável apresentar as seguintes constatações: • Os resultados coletados indicam que o desempenho dos protetores é adequado e suficiente para resistir às eventuais ações previstas na verificação do ELS e ELU [6], [7] e [8] estabelecidos pela norma, no que tange às cargas excepcionais horizontais atuantes no travessão superior e intermediário, bem como no rodapé; • no teste dos montantes, os elementos que fazem parte da fixação do protetor apresentaram comportamento satisfatório, uma vez que estes elementos atenderam aos requisitos de deformação excessiva; • no que se refere aos testes realizados nas telas de proteção contra queda de materiais, considera-se que a mesma resiste, suficientemente, às condições normais de trabalho, uma vez que suportou as cargas previstas para verificação do ELU. Sugere-se, portanto, para os sistemas I e II, uma fixação com espaçamento controlado entre grampos, com a tela devidamente esticada; • para os casos em que a madeira é empregada como material de constituição, há uma advertência no que tange a espécie da madeira (eucalipto), suas condições de uso e categoria. O fato de que a madeira utilizada nos sistemas de proteção deve estar isenta de nós e/ou defeitos, pode acarretar em um custo mais elevado, quando comparado à madeira comum; • como informação complementar, vale destacar que o sistema de proteção de periferia do tipo metálico – sistema III – possui maior rendimento. Em relação ao custo de confecção, ele tem a desvantagem inicial de se tornar mais caro, porém, quando analisado em longo prazo, o sistema tornar-se mais barato, pois ele pode ser reutilizável, ou seja, a mesma proteção de periferia pode ser usada, mais vezes, em obras diferentes, tendo a sua vida útil elevada. Por essa razão, cabe um estudo adicional com o intuito de estabelcer comparações de custos, reaproveitamento de materiais e economia de reuso. Os ensaios referidos neste estudo mostraram que o sistema de proteção metálica está superdimensionado, sendo assim, no que diz respeito a estes sistemas, os mesmos podem ter dimensões de materiais reduzidas e, consequentemente, custos reduzidos; • adicionalmente, o sistema de proteção de periferia do tipo misto – sistema II – apresentou um custo benefício compatível com os materiais utilizados, porém, não apresenta boa relação quando comparada a vida útil do sistema com os outros sistemas do tipo de madeira e metálico. Os travessões e o rodapé, do sistema misto, foram confeccionados com material de madeira, ou seja, em longo prazo, apresentarão defeitos e a qualidade final ficará reduzida se adequadas manutenções não forem feitas.

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6. Referências [1] British Standard European Norm EN 13374:2013 – Temporary edge protection systems – Product specification, test method, 2013.

[2] Anuário Estatístico de Acidentes do Trabalho – AEAT - Ministério da Previdência Social, Ministério do Trabalho e Emprego (MTE), 2013.

[3] NORMA REGULAMENTADORA. NR 18: Condições e Meio Ambiente de Trabalho na Indústria da Construção. 1978.

[4] NORMA REGULAMENTADORA. NR 35: Trabalho em altura. 2012.

[5] BAXENDALE; JONES - Recomendação Técnica de Procedimento – Medidas de proteção contra quedas de altura. 2000.

[6] itt Performance - Instituto Tecnológico em Desempenho da Construção Civil - Relatório Técnico 01– Verificação dos requisitos de carga estática para sistemas provisórios de proteção de periferia com montantes – metálicos – classe A. 2013.

[7] itt Performance - Instituto Tecnológico em Desempenho da Construção Civil- Relatório Técnico 02-2013 – Verificação dos requisitos de carga estática para sistemas provisórios de proteção de periferia – estrutura metálica – classe A. 2013.

[8] itt Performance - Instituto Tecnológico em Desempenho da Construção Civil- Relatório Técnico 03-2013 – Verificação dos requisitos de carga estática para sistemas provisórios de proteção de periferia de madeira– classe A. 2013.[9]

ICOMOS. Principios para la preservación, conservación y restauración de pinturas murales. 2003. pp. 6.

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COMPORTAMENTO AO FOGO DE VIGAS DE BETÃO ARMADO REFORÇADAS COM LAMINADOS DE CFRP: ENSAIOS DE RESISTÊNCIA AO FOGO E SIMULAÇÃO NUMÉRICA J. P. FIRMO Investigador pós-doc CERIS, IST, Universidade de Lisboa Lisboa

J. R. CORREIA Prof. Associado CERIS, IST, Universidade de Lisboa Lisboa

M. R. T. ARRUDA Investigador pós-doc CERIS, IST, Universidade de Lisboa Lisboa

SUMÁRIO

ABSTRACT

Neste artigo apresenta-se um estudo experimental e numérico sobre o comportamento ao fogo de vigas de betão armado (BA) reforçadas à flexão com laminados de fibras de carbono (CFRP) colados exteriormente (técnica denominada por EBR -“externally bonded reinforcement”). As vigas foram sujeitas à ação combinada de um carregamento gravítico e do incêndio padrão da norma ISO 834, tendo sido avaliada a eficácia da aplicação de sistemas de proteção ao fogo constituídos por placas de silicato de cálcio com maior espessura na zona de amarração do reforço e menor na zona central. As espessuras da proteção foram dimensionadas para que os seguintes critérios fossem respeitados durante o tempo de exposição pretendido: (i) a temperatura do laminado de CFRP na zona central do reforço deve permanecer inferior a um determinado valor crítico, para evitar a sua rotura por tração; (ii) a temperatura do adesivo de colagem nas zonas de amarração do reforço deve permanecer inferior ao valor da sua temperatura de transição vítrea (Tg), para evitar o descolamento/escorregamento do CFRP. Os ensaios de resistência ao fogo foram simulados numericamente com recurso a modelos bidimensionais de elementos finitos elaborados com recurso ao software comercial Abaqus. Estes modelos, que consideram a variação com a temperatura das propriedades termofísicas e mecânicas dos materiais constituintes, permitiram simular com precisão a resposta termomecânica das vigas. Os resultados experimentais e numéricos mostraram que é possível tirar partido da contribuição mecânica do laminado de CFRP durante um incêndio através de um comportamento de cabo, desde que nas suas zonas de amarração sejam aplicadas proteções de maior espessura. Para além disso, foi possível demonstrar que mediante a adoção dos sistemas de proteção propostos é possível tirar partido da contribuição do sistema de reforço durante a ação de um incêndio e por períodos que, nalguns casos, ultrapassaram 60 minutos.

This paper presents experimental and numerical investigations about the fire behaviour of reinforced concrete (RC) beams flexurally strengthened with externally bonded carbon fibre reinforced polymer (CFRP) strips (strengthening technique known as EBR – externally bonded reinforcement). The beams were simultaneous subjected to a sustained load and the standard ISO 834 fire, allowing to evaluate the efficacy of fire protection systems composed of calcium silicate boards with increased thickness along the anchorage zones and thinner ones in the central zone. The thicknesses of the fire protection system were designed in order to fulfil the following requirements during a pre-defined time of fire exposure: (i) the temperature in the CFRP strip along the current/central zone must remain below a certain critical temperature to avoid its tensile rupture; (ii) the temperature in the bonding adhesive along the anchorage zones must be kept below its glass transition temperature (Tg) to prevent the CFRP strip debonding. The fire resistance tests were numerically simulated by means of two-dimensional finite element models developed using the commercial package Abaqus. These models, which considered the temperature-dependent thermophysical and mechanical properties of the materials, allowed simulating the thermo-mechanical response of the beams with reasonable accuracy.

Both experimental and numerical results showed that is possible to exploit the CFRP mechanical contribution during fire exposure through a cable behaviour, provided that thicker insulation systems are applied in the CFRP anchorage zones. Moreover, it was shown that with the proposed fire insulation systems it is possible to exploit the contribution of the CFRP strengthening system during relatively long periods of fire exposure, which in some cases exceeded 60 min.

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1. Introdução e objectivos Nas duas últimas décadas, a utilização de compósitos de polímero reforçado com fibras de carbono (CFRP’s) colados com resinas epoxídicas no reforço de estruturas de betão armado registou um aumento considerável, sobretudo devido às vantagens que apresentam em relação aos materiais tradicionais, em particular face ao aço [1]. Estes sistemas de reforço caracterizam-se pela elevada resistência à tração, leveza, elevada resistência à corrosão e à fadiga, facilidade de transporte e aplicação e custos de manutenção reduzidos. No entanto, são conhecidas igualmente algumas desvantagens, de entre as quais se destaca o elevado custo do material, a suscetibilidade ao vandalismo, o comportamento frágil, a ocorrência de descolamentos prematuros (impossibilitando que a elevada resistência do CFRP seja explorada) e o desempenho sob a ação de temperaturas elevadas ou fogo.

A utilização de sistemas de reforço através da colagem de CFRP’s em elementos estruturais de edifícios, apesar de apresentar um elevado potencial, levanta questões relacionadas com o seu desempenho a temperaturas elevadas. De facto, a resistência, rigidez e propriedades adesivas destes materiais são severamente afetadas para temperaturas moderadamente elevadas [2], nomeadamente quando estas se aproximam da temperatura de transição vítrea (Tg) da matriz polimérica, que tipicamente varia entre 55 ºC e 120 ºC. Refira-se que o valor de Tg pretende ser representativo de um processo de degradação, por efeitos térmicos, em que o material passa de um estado rígido/vítreo para um estado viscoso. A ligação entre o betão e o CFRP, materializada por adesivos epoxídicos, desempenha um papel crucial para que o sistema de reforço funcione eficazmente. Esta ligação é severamente afetada para temperaturas superiores à Tg do adesivo, que, em geral, é inferior à da matriz do CFRP, apresentando valores entre 45 ºC e 80 ºC. De facto, um estudo recentemente realizado pelos autores deste artigo [3] sobre o comportamento da interface betão-CFRP a temperaturas moderadamente elevadas (até 120 ºC) mostrou que a resistência da ligação entre estes materiais é reduzida em cerca de 70% a 90 ºC (a Tg do adesivo utilizado era 47 °C).

Resultados obtidos em ensaios de resistência ao fogo em vigas [4], lajes [5] e pilares [6] de betão armado reforçados com CFRP comprovaram a suscetibilidade dos sistemas de reforço quando submetidos a um incêndio. Nestes estudos, apesar de não ter sido possível determinar com exatidão o valor da temperatura do CFRP no instante em que a sua ligação ao betão foi destruída, observou-se que o sistema de reforço perdeu a sua eficácia estrutural após poucos minutos de exposição ao incêndio. Estes estudos realçaram ainda a necessidade de desenvolver sistemas de proteção adequados para prolongar o tempo de resistência ao fogo do sistema de reforço. De facto, a regulamentação relativa ao dimensionamento de reforços em CFRP (ex. [1, 7]) refere que a contribuição estrutural destes sistemas deve ser desprezada na combinação de ações que inclua o incêndio, a não ser que se comprove que, mediante a aplicação de sistemas de proteção ao fogo, a Tg do adesivo não é atingida durante o tempo de exposição exigido. Contudo, presentemente, não existem documentos/recomendações que auxiliem o dimensionamento desses sistemas de proteção ao fogo. Os autores do presente artigo têm realizado diversos estudos sobre este tema com o objetivo de desenvolver uma metodologia de dimensionamento de sistemas de proteção ao fogo [8-10] para elementos de betão armado reforçados com sistemas CFRP. Simplificadamente, essa metodologia consiste na aplicação de um material de isolamento térmico com maior espessura nas zonas de ancoragem/extremidade do CFRP, permitindo tirar partido da contribuição do reforço mesmo quando a ligação ao betão se encontra total ou parcialmente destruída pela ação térmica na zona central (menos protegida).

No presente artigo, apresenta-se os principais resultados obtidos numa campanha experimental recentemente concluída, em que a eficácia da referida metodologia foi avaliada através de ensaios de resistência ao fogo realizados em vigas de betão armado reforçadas à flexão com laminados de CFRP colados exteriormente (técnica EBR) e protegidos com placas de silicato de cálcio. Adicionalmente, foram desenvolvidos modelos de elementos finitos (EF) bidimensionais (2D) das vigas. Estes modelos, além de simularem a sua resposta termomecânica, permitem quantificar um conjunto de grandezas que, em geral, são impossíveis de medir durante ensaios de resistência ao fogo (e.g. extensão no CFRP; tensões de corte na interface betão-CFRP). Estes resultados são essenciais para compreender com maior detalhe a eficácia estrutural do sistema de reforço durante a ação de um incêndio e validar a metodologia de proteção ao fogo adotada. O estudo apresentado no presente artigo está escrito em detalhe em [11].

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2. Descrição do programa experimental 2.1. Séries experimentais A campanha experimental consistiu em ensaios de resistência ao fogo realizados a uma viga de referência em betão armado não reforçada (viga BA) e a 6 vigas reforçadas à flexão com um laminado de CFRP, cuja geometria é apresentada na Figura 1. O betão constituinte das vigas apresentou as seguintes propriedades médias aos 279 dias (idade representativa do instante dos ensaios): resistência à tração de fctm = 3,6 MPa; resistência à compressão em cilindros de fcm = 37 MPa; módulo de elasticidade de Ecm = 31 GPa. A armadura interior apresenta um recobrimento mínimo de 1,5 cm e é constituída por aço A500NR-SD. O laminado de CFRP, com 1,10 m de comprimento, foi aplicado na face inferior das vigas, tal como se ilustra na Figura 1. Sobre o sistema de reforço foram aplicados painéis de silicato de cálcio cuja espessura variou entre 25 mm e 75 mm. Na nomenclatura adotada, o primeiro número identifica a espessura (em mm) dos painéis na zona de ancoragem (T, Figura 1a), e o segundo a espessura (em mm) na zona central (t, Figura 1a). Assim, foram ensaiadas as seguintes vigas reforçadas: i) 0-0; ii) 25-0; iii) 25-25; iv) 50-25; v) 75-25 e vi) 75-50.

Figura 1: Geometria das vigas reforçadas à flexão com um laminado de CFRP e posicionamento dos termopares; a) vista em alçado; b) detalhe da secção de meio vão.

2.2. Sistemas de reforço Os laminados de CFRP utilizados como reforço exterior das vigas, com denominação comercial S&P Laminates CFK 150/2000, são constituídos por fibras de carbono unidirecionais (percentagem em peso de cerca de 70%) embebidas numa matriz epoxídica e a sua secção transversal é 1,4 mm × 20 mm (espessura × largura). As propriedades dos laminados à temperatura ambiente são as seguintes (valores médios): tensão de rotura à tração ffum = 2076 MPa; módulo de elasticidade Efm = 189 GPa; extensão de rotura à tração εfum = 11 × 10-3 m/m. O adesivo epoxídico utilizado, com a denominação comercial S&P Epoxy Resin 220, apresenta as seguintes propriedades (valores médios): tensão de rotura à tração ffam = 14 MPa; e módulo de elasticidade Eam = 10 GPa. As temperaturas de transição vítrea do laminado de CFRP (Tg = 83 °C) e do adesivo epoxídico (Tg = 47 °C) foram determinadas através de análises mecânicas dinâmicas (taxa de aquecimento de 1 °C/min) com base no decaimento da curva do módulo de armazenamento. Em ensaios de flexão em 4 pontos realizados à temperatura ambiente verificou-se que o reforço descrito (superfície do betão tratada com martelo de agulhas) possibilitou um aumento de 75% no momento fletor resistente das vigas de betão armado.

2.3. Sistema de proteção ao fogo O sistema de proteção ao fogo é constituído por placas de silicato de cálcio, com a denominação comercial Promatect L500, apresentando as seguintes propriedades à temperatura ambiente: massa volúmica ρ = 450 kg/m3; condutibilidade térmica k = 0,083 W/m.°C; e calor específico Cp = 0,82 J/g°C. A fixação das placas à face inferior das vigas foi efetuada com recurso a mástique refratário e finas chapas de aço em forma de U, aparafusadas às faces laterais das vigas e com um afastamento aproximado de 25 cm (Figura 2). Tal como se observa nas Figuras 1 e 2, a largura das placas de silicato de cálcio é igual à da secção transversal das vigas, enquanto a sua espessura pode variar ao longo do comprimento do reforço. Nas extremidades

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do laminado, foram aplicadas as placas de maior espessura (T) ao longo do comprimento T + La + T (Figura 1a), em que La = 20 cm corresponde ao comprimento de amarração, calculado de acordo com [7]. As espessuras da proteção foram definidas de forma a que os seguintes critérios fossem respeitados durante um determinado período de exposição ao fogo: (i) a temperatura do CFRP na zona central do reforço deve permanecer inferior a um determinado valor crítico, para evitar a sua rotura por tração; (ii) a temperatura do adesivo de colagem nas zonas de amarração do reforço deve permanecer inferior ao valor da sua temperatura de transição vítrea (Tg), para evitar o descolamento/escorregamento do CFRP.

Figura 2: Face inferior da viga 50-25 – exemplo do sistema de proteção ao fogo.

2.4. Sistema de ensaio As vigas foram colocadas simplesmente apoiadas sobre a abertura superior de um forno vertical num esquema de flexão em quatro pontos, como ilustrado na Figura 3. As cargas foram aplicadas por intermédio de uma viga de transmissão, na qual foram suspensos pesos em ambas as extremidades. A ação térmica foi aplicada apenas na face inferior das vigas e ao longo do comprimento do reforço. De facto, estas condições de exposição térmica assemelham-se às que se verificam numa laje exposta à ação de um incêndio no piso inferior.

Figura 3: a) vista geral do esquema de ensaio; b) posicionamento das cargas.

2.5. Instrumentação e procedimento de ensaio As vigas foram instrumentadas com 15 termopares do tipo K para medição da temperatura ao longo do tempo de exposição ao incêndio. O posicionamento e respetiva nomenclatura destes sensores estão indicados na Figura 1. Note-se que os termopares T9 a T14 foram posicionados ao nível do adesivo de colagem. Foram igualmente monitorizadas as temperaturas do ar no interior e exterior do forno (termopar T7). O deslocamento a meio vão foi monitorizado com recurso a um transdutor de fio com 500 mm de curso (referência TML CDP-500).

A primeira fase do ensaio consistiu na aplicação do carregamento gravítico através da suspensão dos pesos na viga de transmissão de carga; a segunda fase iniciou-se após o período para estabilização do deslocamento das vigas (30 min; mantendo-se a carga aplicada na fase anterior) e consistiu na aplicação da ação térmica do incêndio padrão definido na norma ISO 834

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[12] através de uma curva temperatura vs. tempo. Importa referir que a ação térmica foi aplicada apenas na face inferior das vigas e ao longo do comprimento do reforço. As faces laterais permaneceram isoladas termicamente durante todo o ensaio e a face superior foi sujeito à temperatura ambiente (20 °C, aproximadamente constantes). De facto, estas condições de exposição térmica assemelham-se às que se verificam numa laje exposta à ação de um incêndio no piso inferior.

O valor do carregamento aplicado foi determinado de acordo com a regra simplificada do Eurocódigo 2, parte 1-2 [13], que sugere a aplicação de 70% da carga de dimensionamento, que no presente estudo foi estimada de acordo com [7]. Nas vigas reforçadas, a carga aplicada durante o ensaio (11,7 kN) correspondeu a 36% da carga de rotura obtida à temperatura ambiente e a 114% da carga de dimensionamento da viga de referência (não reforçada). Este último valor mostra que para que seja verificada a segurança perante a carga actante em situação de incêndio é necessário considerar a contribuição do reforço para a resistência do elemento estrutural. Estas relações de cargas, que não respeitam os limites recomendados na regulamentação/recomendações sobre o dimensionamento de reforços em CFRP, foram propositadamente escolhidas para mostrar que é possível tirar partido da contribuição do sistema de reforço durante tempos de exposição compatíveis com os tipicamente exigidos na regulamentação de segurança contra o fogo em edifícios.

3. Resultados dos ensaios de resistência ao fogo 3.1. Distribuição de temperaturas Na Figura 4a) ilustra-se, a título de exemplo, a distribuição de temperaturas ao longo do tempo de exposição ao fogo obtida no ensaio da viga 25-0. Como esperado, a temperatura do adesivo na secção central da viga (T8) foi consideravelmente superior às registadas na zona de ancoragem (T12 a T14 – onde foi aplicada a proteção de 25 mm). As temperaturas nas armaduras de tração (T2) apresentaram valores relativamente reduzidos, pelo que durante este ensaio a degradação das suas propriedades mecânicas foi negligenciável. Nessa figura, é ainda possível observar que no instante do descolamento do CFRP a temperatura do adesivo nas zonas de ancoragem era próxima do valor da sua Tg (47 ºC). Na Figura 4b) ilustram-se as distribuições de temperatura no adesivo ao longo do comprimento do reforço no instante do seu descolamento (este instante foi determinado com base na Figura 5b, como será referido na secção 3.2). A distribuição de temperaturas obtida na viga 25-0 destaca-se das restantes por apresentar valores bastante elevados na zona central, onde não foi aplicado qualquer sistema de proteção. Relativamente às temperaturas médias no adesivo na zona de ancoragem no instante do descolamento do reforço (Figura 5a), estas foram bastante semelhantes, independentes da geometria da proteção aplicada, e ligeiramente superiores à Tg do adesivo (47 °C), variando entre 50 °C (1,1 × Tg) e 66 °C (1,4 × Tg). Este resultado mostra que o valor da temperatura limite considerado nos regulamentos (igual à Tg do adesivo) é conservativo, sendo, portanto, possível tirar partido da contribuição do reforço de CFRP mesmo quando este se encontra a temperaturas ligeiramente superiores à sua Tg.

Figura 4: a) Evolução das temperaturas ao longo do tempo de exposição na viga 25-0; b) temperaturas no adesivo no instante do descolamento do laminado (todas as vigas ensaiadas) (E-experimental; N-numérico).

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3.2. Evolução do deslocamento a meio vão A Figura 5b) ilustra a evolução do deslocamento a meio vão de todas as vigas ensaiadas em função do tempo de exposição ao fogo. Como esperado, as elevadas temperaturas causaram a perda de rigidez de todos os materiais constituintes das vigas, refletindo-se num aumento do deslocamento ao longo do tempo. Nas vigas protegidas com placas de silicato de cálcio de maior espessura (e.g., 75-25 ou 75-50), a temperatura aumentou mais lentamente e, consequentemente, a taxa de aumento de deslocamento foi inferior à registada nas vigas com isolamento de menor espessura. Na Figura 5b) observa-se que em todas as vigas reforçadas, as curvas registaram um aumento instantâneo do deslocamento, o qual está associado ao descolamento do reforço. A perda de eficácia estrutural do laminado teve como consequência a diminuição instantânea da rigidez da viga, pelo que, a partir desse instante, o declive das curvas foi superior. No caso das vigas desprotegida (0-0) e com proteção apenas na zona de ancoragem (25-0), após o descolamento do laminado, as respetivas curvas de deslocamento exibiram um andamento/declive semelhante ao da viga de referência (viga BA – não reforçada). Nas restantes vigas, as placas de silicato de cálcio de maior espessura continuaram a isolar termicamente o elemento mesmo após a rotura do reforço e, por esse motivo, o declive das curvas é inferior ao das vigas referidas anteriormente.

Figura 5: a) Temperaturas médias na zona de ancoragem (La) no instante do descolamento; b) aumento de deslocamento a meio vão, δ, em função do tempo de exposição ao fogo (E-experimental; N-numérico).

3.3. Modos de rotura e tempo de resistência do reforço A Figura 6 ilustra as vigas 0-0 (Figura 6a) e 25-0 (Figura 6b) após os ensaios de resistência ao fogo. Na primeira viga (Figura 6a) é possível observar que a face inferior apresenta uma coloração negra devido à ignição e decomposição térmica do CFRP durante a exposição térmica. Constata-se igualmente a destruição/decomposição do adesivo de colagem em grande parte do comprimento do reforço. O descolamento do laminado ocorreu em apenas uma das extremidades, verificando-se o arrancamento de uma camada superficial de betão numa extensão de cerca de 10 cm, evidenciando que neste comprimento o adesivo não estava tão degradado como na zona central. A proximidade das paredes do forno impossibilitou que a distribuição de temperaturas ao longo do comprimento do reforço fosse completamente uniforme, tal como se observou na Figura 4b). Relativamente à viga 25-0 (Figura 6b), é visível a destruição completa da ligação entre o betão e o CFRP ao longo do comprimento não protegido. As placas de silicato de cálcio aplicadas nas zonas de amarração do laminado permitiram que o sistema de reforço continuasse a funcionar como um “cabo”/“tirante” após a ligação betão-CFRP ter sido destruída na zona central. Com o aumento da temperatura e o consequente incremento do deslocamento, a força no laminado foi também aumentando até ao instante em que ocorreu o descolamento numa das zonas de ancoragem. Na Figura 6c), onde se apresentam os tempos de resistência ao fogo do reforço (tempo de exposição até ao descolamento do laminado), constata-se que os resultados das vigas 25-0 e 25-25 são bastante semelhantes, o que comprova a eficácia da proteção aplicada apenas nas extremidades, permitindo tirar partido do comportamento tipo “cabo” do reforço. Apesar disso, nestas duas vigas, o tempo de resistência foi inferior ao tipicamente exigido na regulamentação (em geral, 30 ou 60 min). Ao incrementar a espessura do isolamento, sobretudo na zona de ancoragem, verificou-se um aumento considerável na resistência ao fogo do reforço, que, no caso da viga 75-50, alcançou 70 min.

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Figura 6: Modos de rotura do reforço a) viga 0-0 b) e viga 25-0; c) tempos de resistência ao fogo do reforço.

4. Simulação numérica O estudo numérico apresentado neste artigo consistiu na simulação do comportamento termomecânico das vigas descritas anteriormente quando sujeitas à ação simultânea de um carregamento gravítico e do incêndio padrão. Para tal, foram elaborados modelos de elementos finitos (EF) com recurso ao software Abaqus [14]. Para além da simulação do comportamento observado experimentalmente, estes modelos tiveram como objetivo compreender com maior detalhe a eficácia estrutural do sistema de reforço durante ação do fogo e validar a metodologia de proteção adotada na campanha experimental.

4.1. Descrição dos modelos Tirando partido da simetria das vigas, foi possível simular apenas metade do seu comprimento através de modelos de EF bidimensionais (2D) (Figura 7a), recorrendo-se para tal a uma malha de EF com 5 mm de dimensão máxima. Os materiais betão, CFRP e silicato de cálcio foram modelados com elementos quadrangulares de 4 nós e, para as armaduras de aço, foram utilizados elementos de barra (2 nós). O adesivo de colagem não foi explicitamente modelado.

Os modelos numéricos consideraram a variação com a temperatura das propriedades termofísicas (massa volúmica, calor específico, condutibilidade e emissividade) e mecânicas de todos os materiais modelados (Figura 8); a descrição detalhada das referidas propriedades pode ser consultada em [15]. Em relação às condições de fronteira térmicas, foram consideradas trocas de calor por radiação e convecção nas faces inferior e superior das vigas, enquanto as faces laterais foram consideradas como fronteiras adiabáticas (sem trocas de calor – reproduzindo as condições de ensaio descritas na secção 2.5); o coeficiente de convecção (25 W/m2 °C) foi admitido constante com a temperatura, tal como sugerido em [13].

Relativamente aos modelos constitutivos, para o betão foi adotado um modelo de dano com plasticidade, para o aço foi assumido um comportamento elasto-plástico perfeito e para o CFRP foi definida uma lei de comportamento elástico linear (isotrópica). A ligação entre o aço e o betão foi assumida como rígida, enquanto que para a interface betão-CFRP foram definidas as leis globais bi-lineares “tensão de corte vs. escorregamento relativo” indicadas na Figura 7b). Estas leis, calibradas recentemente pelos autores [16] com base em resultados experimentais e numéricos, consideram a degradação da ligação betão-CFRP com a temperatura até 120 ºC; para temperaturas superiores considera-se que a interação de corte entre os dois materiais é desprezável.

A resposta das vigas foi simulada através de uma análise termomecânica sequencial desacoplada: no primeiro passo, é calculada a distribuição de temperaturas (de 10 em 10 segundos) ao longo do tempo de exposição ao fogo (Figura 8), ao qual se segue uma análise mecânica, que considera a evolução de temperaturas calculada no passo anterior. O deslocamento inicial das vigas (para t = 0 s) foi calculado considerando incrementos de 1% da c arga total aplicada, enquanto que a sua evolução ao longo do tempo foi estimada através de incrementos de 0,01 segundos.

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Figura 7: a) Esquema da malha de EF; b) relações constitutivas da interface betão-CFRP para diferentes temperaturas consideradas nos modelos.

Figura 8: a) Massa volúmica, b) calor específico, c) condutibilidade e d) principais propriedades mecânicas dos materiais em função da temperatura (fc,T - resistência do betão à compressão; fct,T - resistência do betão à tração; Ec,T - módulo de elasticidade do betão; ffu,T - resistência do CFRP à tração; Ef,T - módulo de elasticidade do CFRP; fsy,T - tensão de cedência do aço; Es,T - módulo de elasticidade do aço).

4.2. Comparação com os resultados experimentais A Figura 4a) ilustra a distribuição de temperaturas ao longo do tempo de exposição ao fogo obtida no modelo da viga 25-0 (curvas identificadas por N); apesar do andamento mais irregular das curvas experimentais, observa-se que existe uma concordância assinalável entre os valores registados nos ensaios e os calculados numericamente. Em relação às distribuições de temperaturas no adesivo no instante do descolamento do reforço (instante estimado com base nas curvas da Figura 5b), constata-se que, com exceção da viga desprotegida (0-0), os modelos prevêem com precisão as temperaturas nas zonas de ancoragem do reforço; esta observação é particularmente evidente na Figura 5a), que ilustra a média desses valores. Nesta figura, conclui-se ainda que, com exceção do modelo da viga 0-0, as temperaturas médias na zona de ancoragem no instante do descolamento do reforço são ligeiramente superiores à Tg do adesivo (47 °C), variando entre 53 °C (1,1 × Tg) e 65 °C (1,4 × Tg), sendo, por isso, bastante próximas das registadas nos ensaios, que variaram entre 50 °C (1,1 × Tg) e 66 °C (1,4 × Tg).

No que diz respeito às temperaturas da viga 0-0, a discrepância entre resultados experimentais e numéricos apresentados nas

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Figuras 4b) e 5a) é explicada pelo facto de o descolamento do reforço desta viga ter ocorrido nos instantes iniciais do ensaio (2 min), período durante o qual as temperaturas registadas no interior do forno apresentaram alguma variabilidade face aos valores da curva padrão.

A Figura 5b) apresenta as curvas de evolução do deslocamento a meio vão obtidas numericamente (identificadas por N), onde é possível observar declives superiores aos das curvas experimentais; este andamento distinto (mais rígido) pode dever-se (i) a diferenças entre as propriedades reais dos materiais e as modeladas e (ii) à existência de atrito horizontal nos apoios das vigas durante os ensaios, efeito que não foi considerado nos modelos numéricos. Não obstante, conclui-se que os modelos permitiram prever com elevada precisão o instante de descolamento do reforço, sobretudo tendo em conta a complexidade dos fenómenos em causa; a boa concordância com os resultados experimentais é evidente na Figura 6c).

4.3. Validação do comportamento tipo “cabo” do CFRP Os ensaios de resistência ao fogo em vigas confirmaram que a aplicação de um sistema de proteção com maior espessura de isolamento nas zonas de ancoragem do CFRP permite explorar a contribuição mecânica do reforço mesmo após a ligação ao betão ter sido destruída na zona central; a partir de um determinado instante, o CFRP começou a comportar-se como um “cabo” fixo nas extremidades. Contudo, na campanha experimental não foi possível determinar esse instante, nem quantificar quaisquer grandezas que comprovassem este comportamento. Os resultados numéricos apresentados na Figura 9 complementam os resultados experimentais e fornecem evidências desse tipo de comportamento. Em particular, a Figura 9a) ilustra a evolução da tensão de tração no CFRP a meio vão das vigas (ff), onde se observa que, apesar do seu aumento ao longo do tempo, nunca ocorre rotura por tração - as tensões são reduzidas e, por outro lado, o rácio entre a tensão instalada e a tensão resistente a uma dada temperatura (ff /ffu,T) é (largamente) inferior a 1. Já a Figura 9b) representa a evolução da tensão de corte média na interface betão-CFRP nas zonas central e de ancoragem do CFRP. Nesta última figura constata-se que nas vigas protegidas com isolamento de maior espessura nas extremidades do reforço (vigas 25-0; 50-25; 75-25 e 75-50), a partir de determinado instante (e.g: 17 min na viga 75-25), as tensões de corte na zona central começam a tender para zero, sendo que esta diminuição coincide com um aumento das tensões de corte na zona de ancoragem. Este resultado evidencia que existe uma transferência de tensões de corte entre a zona central e as extremidades do reforço, demonstrando assim o comportamento tipo “cabo” do CFRP e validando a metodologia de proteção ao fogo adotada.

Figura 9: a) Evolução das tensões de corte médias na interface betão-CFRP na zona de vão e ancoragem do CFRP; b) evolução da tensão de tração no CFRP a meio vão das vigas.

5. Conclusões Após a realização da campanha experimental apresentada neste artigo foi possível concluir os seguintes aspetos: • A temperatura crítica média na zona de ancoragem para a qual o sistema de reforço em CFRP perdeu eficácia estrutural foi ligeiramente superior ao valor da Tg do adesivo de colagem, variando entre 1,1 × Tg e 1,4 × Tg; • Os sistemas de proteção ao fogo constituídos por placas de silicato de cálcio com maior espessura na zona de amarração do laminado permitiram tirar partido do reforço mesmo quando na zona central (menos protegida) a ligação betão-CFRP se encontrava destruída pela ação térmica;

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• Os esquemas de proteção propostos permitiram alcançar tempos de resistência ao fogo do CFRP superiores a 60 minutos, mostrando que mediante a adoção de medidas de proteção adequadas, a utilização desta técnica de reforço pode ser compatível com as exigências regulamentares de segurança contra incêndio em edifícios.

Os modelos numéricos desenvolvidos, para além de simularem com uma precisão assinalável a resposta termomecânica das vigas, permitiram quantificar um conjunto de grandezas que, em geral, são impossíveis de medir durante ensaios de resistência ao fogo. Os resultados obtidos comprovaram que com os esquemas de proteção de maior espessura na zona de ancoragem do CFRP e menor na zona central é possível tirar partido do comportamento tipo “cabo” do reforço durante a ação do incêndio, validando assim a metodologia de proteção ao fogo proposta.

6. Agradecimentos Os autores deste artigo agradecem às seguintes entidades/empresas: FCT (projeto FireComposite, PTDC/ECM EST/1882/2014) e CERIS, pelo financiamento prestado; S&P Clever Reinforcement Iberia, pelo fornecimento dos laminados de CFRP e adesivo de colagem; HTecnic, pela ajuda na fabricação dos provetes; Secil e Unibetão, pelo fornecimento do betão. O primeiro autor agradece à FCT o apoio financeiro concedido através da bolsa de pós-doutoramento SFRH/BPD/108319/2015. Os autores agradecem à Eng.ª Susana Cabral-Fonseca a realização dos ensaios de DMA.

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ESTUDIO PATOLÓGICO CON EMPLEO DE TÉCNICAS AVANZADAS DE ANÁLISIS DE MATERIALES DE UNA EDIFICACIÓN DE CONCRETO REFORZADO TIPO PÓRTICO LOSA-COLUMNA R.A TOLOSA Candidato a Doctor en Ingeniería Universidad Nacional de Colombia Manizales-Colombia

N.P ARIAS Candidata a Doctora en Ingeniería Universidad Nacional de Colombia Manizales-Colombia

O. GIRALDO Químico, PhD. Universidad Nacional de Colombia Manizales-Colombia

C.A CARDONA Ingeniero químico, PhD. Universidad Nacional de Colombia Manizales-Colombia

J.A. GALINDO Arquitecto, PhD. Universidad Nacional de Colombia Manizales-Colombia

RESUMEN

ABSTRACT

Se presentan los resultados del análisis patológico de un edificio cuya configuración estructural es del tipo pórtico losa-columna con losas de entrepiso en sistema reticular celulado, construido en la década de 1950 en Bogotá (Colombia). Se realizó inspección visual (IV) de los elementos estructurales y no estructurales, pruebas convencionales (PC) como identificación de aceros, regatas, extracción de aceros, y extracción de núcleos de concreto. Se evaluó la resistencia a tracción del acero y de compresión del hormigón, el módulo de elasticidad del acero y el concreto y se efectuó la medición del frente de carbonatación (FC). Algunos de los núcleos se evaluaron con técnicas avanzadas (TA) como análisis petrográfico (AP), microscopía óptica (MO), espectroscopía de impedancia eléctrica (EIE) y difracción de rayos X (DRX). La IV denotó la presencia de fisuras por cortante, flexión, posible torsión y punzonamiento del reticular celulado, el AP determinó un contenido mineralógico predominante de cuarzo de origen sedimentario, ocasionalmente se identificaron feldespatos (microclina), en menor proporción se aprecian moscovitas,por MO se evidenció la presencia de microfisuras en la matriz cementícea y en los agregados. Los FC superaron el recubrimiento del acero, lo que compromete su capa de pasivación. Los resultados de EIE sugieren la presencia de procesos de transporte eléctrico compatibles con la presencia de estructuras porosas. La DRX de la matriz cementícea evidencia la presencia de estructuras polimorfas asociadas a carbonato de calcio y sulfato de calcio, que coinciden con los altos FC observados.

Pathological analysis results of a building whose structural configuration is the slab-column gantry with reticular floor slabs in celled system, built in the 1950s in Bogota (Colombia), were presented. Visual inspection (IV) of structural and non-structural elements, conventional tests (CP), and the identification of steels, regattas, mining steel and concrete core extraction were performed. The tensile strength of steel, concrete compression, the elasticity modulus of steel and concrete, and carbonation front (FC) measurements were carried out. Some of the concrete cores were evaluated with advanced techniques (TA) as petrographic analysis (AP), optical microscopy (OM), electrical impedance spectroscopy (EIS), and X-ray diffraction (XRD). The IV denoted the presence of cracks in shear, bending, possible twisting and punching of the celled lattice, the AP found a mineralogical content predominant quartz of sedimentary origin, occasionally identified feldspar (microcline), to a lesser extent muscovites. By OM was observed microcracks in the cementitious matrix, and in the aggregates. The FC overcame the coating of steel, which compromises their passivation layer. EIE results suggest the presence of electrical transport processes compatible with the presence of porous structures. The XRD of the cementitious matrix evidence the presence of polymorphic structures associated with calcium carbonate and calcium sulfate, as was sugessted by FC.

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1. Introducción Se expone el estudio y análisis de patología de una edificación ubicada en Bogotá (Colombia) construida en la década de 1950, cuyo sistema estructural está conformado por pórticos tipo losa-columna, siendo el reticular celulado uno de estos tipos [1]. En este sistema, las losas de entrepiso cumplen la función de las vigas, estas losas trabajan en dos direcciones, siendo aligeradas en las zonas lejanas de las columnas y macizas o con capiteles en las zonas aledañas a las mismas. El reglamento colombiano de construcción sismo resistente NSR-10 permite el uso de este sistema si el pórtico de concreto tiene capacidad moderada de disipación de energía, y señala además que si la construcción se implanta en zona sísmica intermedia es admisible su uso hasta una altura de 15 m, en zona sísmica baja hasta 21 m, para zona sísmica alta está prohibido [1].

El sistema pórtico losa-columna no presenta inconvenientes notorios cuando se somete a carga vertical, pero resulta inapropiado cuando está sometido a fuerza horizontal, presentando una diversidad de patologías, dentro de la que el punzonamiento del capitel resulta común, como se evidenció en el sismo ocurrido en México en 1985. El sistema de entrepiso liviano denominado reticular celulado tuvo sus orígenes en 1948, el registro de la patente se realizó en 1953 [2] por la empresa constructora Cuéllar, Serrano, Gómez & Cía (Cusego) [3], afincada en Bogotá, y bajo el liderazgo de los ingenieros José Gómez Pinzón, Doménico Parma y Enrique Acosta, vinculados como técnicos a la firma, bajo la coordinación del arquitecto Gabriel Serrano Camargo.

El Reticular Celulado (RetCel), como se conoció al sistema en el ámbito de la ingeniería colombiana, era un sistema de entrepiso liviano que se apoyaba directamente sobre columnas; constaba de viguetas esbeltas en concreto reforzado -carecía de vigas principales de carga- y se aligeraba mediante elementos prefabricados de hormigón a manera de cajón. Las viguetas se disponían en dos direcciones formando una retícula, mientras que los cajones de hormigón se situaban por pares, uno sobre otro, formando una celda o célula. El sistema pretendía, además de simplificar los tiempos de ejecución, reducir la cantidad de hormigón y acero en los entrepisos de los nuevos edificios en altura que empezaban a levantarse en Colombia en las postrimerías de la primera mitad del siglo XX. Entre las primeras edificaciones construidas con este sistema, se cuentan el Edificio Nader (1948) y el Hospital San Ignacio (1950), ambos en Bogotá, levantado este último en un tiempo récord de 89 días, durante los cuales se vaciaron alrededor de 3.600 m3 de hormigón. También se construyeron con el mismo método el Hotel Tonchalá (1958) en Cúcuta y el Edificio Ecopetrol (1958) en Bogotá, entre otros [4].

La inversión en talento técnico, profesional y gerencial de los precursores del RetCel llevó a que el sistema se difundiera rápida y extensamente en Colombia y otros países como México, Venezuela, Guatemala y Costa Rica [5] llegando a sumar para el año de 1958 dos millones de metros cuadrados construidos en el sistema. Incluso llegó a tener cierta incursión en Estados Unidos, en la ciudad de Chicago, en donde el ingeniero Doménico Parma adelantaba gestiones para producir a gran escala los bloques prefabricados en concreto.

En cuanto a lo técnico, al tener placas de menor peso se avanzó en la edificación de edificios en altura, como es el caso del Hotel Tequendama (1951) que marcó no sólo un punto de quiebre para la compañía, sino para la construcción en Colombia, tanto que se le llegó a considerar un rascacielos por sus 18 pisos de construcción. El sistema también marcó un hito en el avance de la industrialización de la construcción, puesto que el desarrollo constructivo cumplía con todo lo necesario para catalogarse como un proceso semi-industrializado dada la utilización de los elementos prefabricados, lo cual también aportaba rapidez a la ejecución de la obra-en promedio se construía un entrepiso por semana-.

El impacto económico se dio principalmente en la reducción de costos de la estructura, al disminuirse la mano de obra y la cantidad de materiales necesarios. En comparación con otros sistemas de la época, el entrepiso reticular celulado presentaba ahorros en concreto entre el 25% y 35% y en acero de mínimo el 80%. Sin embargo, a partir de 1967 una serie de eventos hizo que se fuera perdiendo confianza en el sistema: el terremoto de ese año en Caracas obligó a fortalecer los códigos de sismo resistencia en Venezuela, en 1974 la Universidad Nacional de Colombia empezó a realizar pruebas al sistema y para 1978 ya se estaba preparando un nuevo manual acerca de su diseño y procedimiento, puesto que su concepción inicial no contemplaba las fuerzas horizontales de sismo y viento.

En 1978 colapsó un edificio en Barranquilla edificado con RetCel, lo que fue atribuido a una falla por punzonamiento en uno de sus capiteles y un año más tarde el sismo en la zona occidental del país afectó a estructuras que contaban con este sistema, obligando a que en 1984 el Código Colombiano de Sismo Resistencia limitara su uso a zonas de riesgo sísmico bajo e intermedio. Aunque para 1986 Doménico Parma estaba trabajando en ensayos que buscaban resolver las deficiencias de comportamiento dinámico del sistema, su fallecimiento en 1989 sepultó las posibilidades futuras del RetCel. El análisis patológico presentado en este trabajo, se realizó a un edificio que consta de 9 plantas y 1 sótano, la primera planta es doble e incluye un mezzanine, el edificio cuenta con una altura libre de 34,9 m medidos desde el nivel de pavimento y un

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área construida de 8.259 m2. Como se señaló anteriormente, Bogotá se implanta en zona sísmica intermedia, luego el edificio excede en más del doble la altura permitida por el reglamento. El estudio se adelantó empleando un programa que incluyó técnicas convencionales y análisis realizados con el empleo de técnicas avanzadas como Petrografía, Difracción de Rayos X y Espectroscopía de Impedancia Eléctrica.

2. Sección experimental 2.1. Aspectos estructurales generales del edificio Se empleó la metodología indicada en la NSR-10, capitulo A.10, evaluación e intervención de edificaciones construidas antes de la vigencia de la presente versión del reglamento, y en el documento ACI 364-1R, Guide for evaluation of concrete structures prior to rehablitation. Se recopilaron datos sobre los efectos de los eventos sísmicos de los cuales se tenía registro y el comportamiento del edificio ante estas acciones, se analizó el sistema de resistencia ante cargas horizontales y verticales, se determinó el grupo de uso de la edificación y se realizó la ubicación de los elementos estructurales. Se midieron las secciones geométricas de los elementos y se estableció en conjunto con el diseñador estructural el sistema estructural con que fue construido. Así mismo y una vez realizada la inspección visual y los análisis de materiales, se calificó la calidad de la construcción y el estado de la edificación. Estos datos se aplicaron al módelo estructural que evalúo la capacidad resistente del edificio.

2.2. Inspección Visual El equipo evaluador realizó dos recorridos, uno general para conocer el edificio y uno minucioso por cada uno de sus niveles para determinar su estado actual. Se realizó el levantamiento del mapa de fisuras en cada nivel inspeccionado y posteriormente, se contrastó lo identificado en la inspección visual con la información de los planos originales, de los levantamientos arquitectónicos anteriores e informes de inspecciones realizadas luego del sismo de 5.5 grados de magnitud en la escala de Richter el día 24 de Mayo de 2008, con epicentro en el municipio de El Calvario al Sur-oriente del Departamento de Cundinamarca.

2.3. Ubicación de aceros Previo a la extracción de núcleos y de barras de acero, se ubicó la posición de los aceros dentro de los elementos estructurales.

2.4. Regatas y extracción de barras de acero Se elaboraron regatas en algunas de las columnas con el objeto de observar la posición y el estado del acero de refuerzo y evaluar adicionalmente el frente de carbonatación. A las barras de acero extraídas se le analizó la carga de rotura, la carga máxima, la resistencia a la tracción, el módulo de elasticidad, el esfuerzo a fluencia inferior y la relación resistencia a la tracción /esfuerzo de fluencia.

2.5. Extracción de núcleos Los núcleos de concreto fueron extraídos de acuerdo con la norma ASTM C42/C42M – 13.

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2.6. Ensayos de resistencia a compresión Los núcleos de concreto fueron refrentados con azufre, de acuerdo con lo estipulado en la norma ASTM C 617 con el fin de conseguir una distribución uniforme de la carga. El ensayo de resistencia a compresión se realizó bajo la norma ASTM C39/ C39M - 14ª.

2.7. Ensayos de carbonatación A los diferentes núcleos extraídos se les impregnó en su superficie una solución de fenolftaleína al 1% en etanol, de acuerdo con la recomendación del Reunion Internationale des Laboratories Et Experts des Materiaux, Systemes de Construction Et Ouvrages (RILEM) CPC 18 [6] con el objeto de evaluar de manera cualitativa la longitud de carbonatación [7,8]. En los casos donde se evidenció el viraje del color de la solución de fenoftaleína a una tonalidad rosa, se concluyó que la porción del núcleo de concreto conservaba sus características alcalinas, en caso contrario se concluyó que el medio estaba ácido por efecto de la carbonatación.

2.8. Análisis Petrográfico y de Microscopía Óptica El análisis petrográfico se realizó bajo las normas ASTM C 856-.13 y C295/C295M-12, sobre secciones delgadas de algunos núcleos extraídos. Las muestras se cortaron y cada una se sumergió en una resina que contenía epóxido azul con el objetivo de diferenciar la porosidad. Posteriormente la muestra embebida en resina, se cortó y pegó en un vidrio petrográfico. Cada muestra se desbastó, hasta un espesor de 30 μm. Las secciones delgadas se analizaron en un microscopio petrográfico marca Carl-Zeiss, con luz transmitida y polarizada, definiendo patrones texturales, composicionales, petrofísicos y realizando un conteo sistemático para cada placa. Los tamaños de grano fueron descritos con base en el sistema Udden-Wentworth. Por otro lado, las imágenes de microscopia óptica se adquirieron con un estereoscopio Leica 2000.

2.9. Análisis de Difracción de Rayos X El patrón de difracción de rayos-X (XRD) se adquirió a temperatura ambiente, usando un difractómetro Rigaku MiniFlex II equipado con una fuente de radiación de Cu Kα (λ= 1.540562 Å) a 30 kV y 15 mA, en modo continuo, los datos se tomaron en intervalo en 2θ de 3° a 70° con una velocidad de barrido de 2°/min y un ancho de muestreo de 0.02º. El ensayo se realizó de acuerdo con la norma ASTM C1365 - 06(2011) y lo recomendado por NIST.

2.10. Análisis de Espectroscopía de Impedancia El análisis de espectroscopía de impedancia se realizó en un equipo SOLARTRON 1260 equipado con una interfase dieléctrica SOLARTRON 1296, a temperatura ambiente y 50% HR sobre una muestra cilíndrica de 5.73 cm de altura. Se utilizó una amplitud de voltaje de 100mV rms (valor inferior a 700 mV rms normalmente usado en estudios experimentales sobre cubos de concreto [16, 17]) y un barrido de frecuencia de 10MHz a 0.1Hz. La configuración del electrodo es fue acero/muestra/acero, con un diámetro de electrodo efectivo de 20 mm. Los datos se procesaron con el software Z-View® (Scribner Associates Inc.) y el ajuste de los circuitos equivalentes se realizó basados en los modelos de “brick layer” y en circuitos reportados en estudios previos [14, 17, 19].

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3. Resultados y discusión 3.1. Aspectos estructurales generales del edificio Se encuentra en un suelo coluvial y complejo de conos aluviales, con un espesor de depósito menor a 50 m, y un periodo fundamental del suelo que está entre 0,4 s y 0,6 s, este suelo se denomina piedemonte B [9] y se clasifica como tipo D, con velocidades de onda de corte entre 180 m/s y 360 m/s [1]. La cimentación del edificio está constituida por una losa maciza de 0,8 m de espesor, el nivel freático se encuentra por debajo del nivel de desplante de la losa. Las columnas son de secciones variables, desde 0,7 m x 0,7 m en pisos inferiores, luego del tercer nivel las secciones van disminuyendo desde 0,55 m x 0,55 m encontrándose columnas de 0,3 m x 0,25 m. Las viguetas que conforman el reticular celulado tienen anchos variables entre 0,06 m y 0,12 m con una altura de 0,4 m y separación entre caras libres que oscila entre 0,50 m y 0,85 m. De acuerdo con lo establecido en la NSR 10, el grupo de uso de la edificación se determinó como IV, Edificaciones indispensables [1].

Al evaluar los aspectos geométricos de la edificación, considerando el estado del sistema estructural, el tipo de suelo sobre el que se cimenta el edificio, la edad del mismo, el estado en que se encuentran los materiales constituyentes de elementos estructurales, el nivel de fisuración de la edificación, el sistema de resistencia ante carga horizontal y vertical, las deflexiones observadas, la carbonatación general que presenta la estructura, la corrosión de algunos elementos estructurales, se estableció el coeficiente de reducción de resistencia por calidad de diseño y construcción de la estructura ϕc, parámetro que se define en función de la mejor tecnología existente en la época en que se construyó el edificio. Así mismo se determinó el coeficiente de reducción de resistencia por el estado de la estructura ϕe, que se establece calificando el estado actual de la estructura.

Considerando lo expuesto, ϕc se calificó como regular, dándole un valor de 0,8. Por otra parte ϕe se consideró malo, obteniendo una calificación de 0,6. Estos datos son relevantes, puesto que el cociente de estos coeficientes afecta la resistencia efectiva de los elementos [1], que para el caso objeto de estudio resultó ser el 48% de la resistencia existente. Con estos parámetros el diseñador estructural modeló la estructura, la cual evidencia un alto índice de sobre esfuerzo que afecta de manera significativa al conjunto del sistema estructural.

3.2. Inspección visual y levantamiento de fisuras Al realizar el levantamiento arquitectónico y estructural del edificio se llegó a considerar que las secciones de columnas eran mayores a las existentes, sin embargo durante las pruebas de regatas y extracción de núcleos pudo comprobarse que las columnas tienen exceso de tamaño debido a recubrimientos arquitectónicos, en algunos casos en concreto y en otros con adobe de arcilla que en ningún caso son estructurales. Así mismo, en el levantamiento patológico de los elementos estructurales se encontró gran concentración de fisuras en losa de entrepiso en los niveles sótano, nivel 1, mezannine, nivel 2, nivel 3, nivel 4. Si bien la presencia de fisuras en losa de entrepiso de los niveles 5, 6 y 7 es alta, bajo las condiciones inspeccionadas, no alcanza la concentración encontrada en los niveles inferiores de la edificación. También se observaron fisuras por flexión compuesta en columnas por agotamiento de la armadura en pisos superiores, los indicios de agotamiento a compresión de las columnas inferiores, no obstante, debido a que muchas columnas están revestidas de elementos que no permiten su plena auscultación o que generan distorsión en la observación, sin embargo este aspecto es importante y debe considerarse como factor de disminución de la vida útil del edificio. Los hallazgos en el patrón de fisuras del edificio se deben en general a esfuerzos de flexión, torsión y se observan indicios de inicio de punzonamiento de la estructura del reticular celulado, aspecto ineludible y que condiciona la continuidad de uso del edificio. Adicionalmente se encontraron fisuras debidas a esfuerzos cortantes en algunos muros y columnas del edificio. Lo observado da cuenta y concuerda con sobrecargas que ha sufrido el edificio a lo largo de su vida útil, así como las consecuencias de los sismos que ha tenido que soportar la edificación.

3.3. Carbonatación, resistencia a compresión y módulo elástico del concreto El resultado representativo del perfil de carbonatación sobre núcleos se muestra en la Tabla 1. Los resultados de ensayos de compresión de los núcleos de concreto se observan en la Tabla 2 con un espectro variable de datos, aspecto por el que se procedió a considerar cuatro concretos diferentes y a descartar los resultados de resistencia a compresión del piso 9. Posteriormente se comparó con el modelo reportado por Monteiro et. al [10], que se basa en el modelo Tuutti [11] y que incluye otros parámetros físico-químicos como el perfil de carbonatación y la resistencia a compresión.

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Tabla 1 . Profundidad de Carbonatación de Núcleos

Tabla 2. Resistencia a compresión promedio y módulo de elasticidad obtenido por nivel del edificio

De acuerdo con los resultados encontrados, se evidencia un importante proceso de carbonatación de la estructura, resultado que coincide con las fases de carbonatos halladas por difracción de rayos X y como consecuencia de la alta fisuración encontrada en el levantamiento de las patologías. Los datos obtenidos experimentalmente se compararon con los modelos propuestos por Tuutti y Monteiro [5,10] y soportan los datos de módulo de elasticidad y resistencia a compresión planteados para la modelación estructural. Adicionalmente, teniendo en cuenta que la longitud de carbonatación promedio encontrada en los núcleos de concreto (70.3 mm) superó la longitud de la capa protectora (20 mm) [12], se observó que el recubrimiento resultó variable, oscilando entre 0 mm y 80 mm. Haciendo el cálculo del tiempo de servicio de acuerdo con la fórmula propuesta por Dorf y colaboradores [12], se determina que el edificio ya cumplió con su tiempo de vida de servicio. Realizando una proyección adicional para un tiempo de vida residual de 2 años, de acuerdo con la fórmula propuesta por Dorf [12], la profundidad de la carbonatación alcanzaría niveles de 161.5 mm en promedio, valor incluso superado actualmente por algunos de los núcleos encontrados en el edificio.

3.4. Microscopía óptica y Petrografía El resultado representativo de microscopía óptica de los núcleos (Figura 1a) evidencia la presencia de una superficie porosa, con una distribución heterogénea de los agregados pétreos, que permiten establecer que se presentó una gradación deficiente. El resultado petrográfico (Figura 1b) indicó que el contenido mineralógico predominante es cuarzo, ocasionalmente se identificaron feldespatos (microclina), en menor proporción se apreciaron moscovitas, algunas bien conservadas otras parcialmente alteradas. Se encontraron poros aislados y una fractura parcialmente llena posiblemente por filosilicatos. Algunos minerales, como el de tonos de interferencia de segundo y tercer orden, corresponden a transformación mineral ocurrida posterior al fraguado del cemento. Se presentaron fragmentos de agregado de hasta 3 mm de diámetro, algunos de estos con orientación, mientras que otros tienen alterados los bordes. Los fragmentos exhiben colores blanco, gris, crema y café embebidos en una matriz de color crema de tamaño muy fino. La sección delgada está constituida por tres tipos de fragmentos, areniscas (61%), cuarcitas (6%), esquistos (2%), granos sueltos de cuarzo (15%) y cemento (12%). Los poros corresponden al 4% del total de la sección. A continuación se describen los fragmentos identificados: Areniscas: Se identificaron principalmente granos de tamaño fino (125 - 250 µm), con formas subangulosas y planares; la composición es principalmente cuarzosa (80-95%), seguida de microclinas (feldespato potásico) (4-6%). Algunos fragmentos presentan alteración, esta puede ser previa a la elaboración del concreto; la alteración se identifica por la forma radial y tonos

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de interferencia de tercer orden, que posiblemente corresponde a un cloritoide o etringita, pero su detección no fue posible por difracción de rayos X (Figura 2a).

Cuarcitas: compuestas totalmente de cuarzo monocristalino, con contactos suturados. Las cuarcitas son rocas metamórficas de alta temperatura que han tenido recristalización, que son muy resistentes y estables en los procesos de alteración atmosférica o hidrotermal.

Esquistos: son de tipo micáceo, se encuentran foliados, presentan composición clorítica, la clorita se observa bien conservada pero se conoce que se altera fácilmente por procesos hidrotermales o meteóricos. Exhibe color verde, presenta formas alargadas en el eje C de los cristales y son de origen metamórfico.

Los granos sueltos están compuestos principalmente de cuarzo monocristalino, con extinción suavemente ondulosa, tienen formas angulosas y la fuente es sedimentaria. El cemento es de tamaño homogéneo, presenta granos de tamaño arcilla y limo, no se identifica alteración. La composición de la matriz cementícea fue identificada por medio de difracción de Rayos X (Figura 2a).

Figura 1: Imágenes de los núcleos extraídos (a) microscopía óptica representativa y (b) petrografía de sección delgada bajo luz polarizada.

3.4. Difracción de Rayos X y Espectroscopía de Impedancia En la Figura 2a los picos de difracción localizados a 11.58º, 23.84º, 29.26º y 36.42º en 2θ con espaciamientos interplanares de 7.64 Å, 3.73 Å, 3.04 Å y 2.47 Å se asociaron a la fase Gypsum. Esta muestra evidencia la presencia del pico principal de la Portlandita (17.86º en 2θ, 4.96 Å), de igual manera como en la muestra anterior la fase principal está asociada a la Aragonita con picos de difracción localizados en 26.50º, 39.34º, 42.26º, 45.50º, 49.92º y 68.16º en 2θ cuyos espacios interplanares corresponden a 3.36 Å, 2.29 Å, 2.13 Å, 1.99 Å, 1.82 Å y 1.37 Å. Se encontraron adicionalmente picos asociados a estructuras polimorfas de CaCO3 como Vaterita (20.76º en 2θ, (4.28 Å), 59.84º en 2θ (1.54 Å)) y calcita (40.08º en 2θ, 2.25 Å). Otra fase en menor proporción hallada fue Periclasa (42.94º en 2θ). Bajo las condiciones experimentales evaluadas no fue posible detectar las fases Alita y Belita así como la fase Etringita.

El proceso de carbonatación toma lugar en los poros del concreto y limita el tiempo de servicio de las estructuras de concreto reforzado, sin embargo este proceso debe ser estudiado en el contexto de presencia de microfisuras y otro tipo de ataques químicos como por cloruros y por sulfatos [13]. En lo que respecta a la formación de los carbonatos, la literatura reporta que la presencia de carbonatos de calcio del tipo Aragonita, Calcita y Vaterita en el concreto y que la predominancia de una u otra fase cristalográfica depende del grado de humedad relativa y del grado de carbonatación del concreto. Takemoto y Saiki [14] asociaron la presencia de calcita como principal fase a cementos portland aireados en ambientes de alta humedad (> 90%) y la presencia de aragonita como fase principal a cementos portland aireados bajo condiciones de baja humedad (40-50%).

Krsywblucka-Aurow [15] reportan que otro parámetro para la aparición de las fases de carbonato de calcio es la temperatura de curado a la cual se someten los concretos. D.M Roy [16] indica que el CO2 absorbido por el concreto genera una migración del calcio asociado a las fases mineralógicas de la matriz cementícea para transformase en Aragonita, Calcita y Vaterita.

Hacker y colaboradores [17] reportaron la transformación de Calcita a Aragonita y sugieren que el proceso de nucleación ocurre predominantemente en las fronteras de grano y que menos del 1% de estos núcleos se forman en regiones donde existen defectos intergrano como dislocaciones y “twinnings”. La nucleación ocurre casi simultáneamente en las fronteras de todos los granos antes de que ocurra cualquier crecimiento de cristal y en consecuencia la velocidad de transformación es dominada por la velocidad de migración en las fronteras de grano [17]. De acuerdo con los anteriores planteamientos, la presencia de

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aragonita como fase cristalográfica principal de carbonato de calcio (Figura 2a), está asociada a una alta microfisuración del concreto que favoreció la difusión del CO2 a través del tiempo que lleva construido el edificio, hecho que concuerda con los resultados de microscopía óptica (Figura 1a), petrografía (Figura 1b) y el levantamiento patológico estructural. Adicionalmente, es probable que con la fisuración sufrida por el edificio como consecuencia del sismo del año 2008 [18], se propiciaran condiciones adicionales para la formación de ésta fase cristalográfica de carbonato de calcio en particular.

Figura 2: Resultados del análisis estructural y del análisis eléctrico

El espectro de impedancia representativo de los núcleos extraídos se muestra en la Figura 2b, se observaron dos semicírculos centrados debajo del eje real y una línea recta a bajas frecuencias que se asociaron a procesos de transporte eléctrico en el volumen y en frontera de grano a alta frecuencia y difusión iónica a bajas frecuencias. Los espectros encontrados sugieren un concreto degradado como consecuencia de un posible efecto del CO2 y del CO absorbido por la estructura. Lo cual coincide con hallazgos de carbonatación de las muestras de núcleos analizados en el edificio. Estudios previos [19, 20, 21] sobre muestras de concreto, mortero y pasta de cemento evidencian procesos de transporte de carga con tiempo similar de relajación por lo que se define únicamente un semicírculo a alta frecuencia, como es referenciado en la literatura [22]. Adicionalmente, en la inspección visual de las muestras se observaron porosidades en los agregados pétreos por lo que, bajo las condiciones de ensayo, los datos sugieren un concreto con alta porosidad en la que los poros se encuentran interconectados, dado que la amplitud de voltaje usada en los núcleos y matrices cementíceas evaluadas fue menor a lo encontrado para pasta de cemento, mortero y concretos elaborados bajo condiciones controladas de laboratorio [20,21]. Este hallazgo concuerda con la presencia de agregados porosos y microfisuraciones halladas por microscopía óptica y petrografía (Figura 1) y con el pH <8 indicado en los ensayos de carbonatacion (Tabla 1).

4. Conclusiones Se encontró una cantidad representativa de fisuras en la edificación, especialmente en las losas de entrepiso, las cuales muestran que éste ha estado sometido a esfuerzos de flexión, torsión, cortante, e incluso a un posible inicio de punzonamiento.

De lo observado se destacan las fisuras que corren paralelas en sentidos x y y de la losa y que atraviesan todo el edificio. Las afectaciones mayores se observan en los niveles desde el sótano al nivel 4. En el nivel 2 se encontró una deflexión importante de la losa de entrepiso y mayor concentración de fisuras cercanas a las columnas. Los niveles 5, 6 y 7 tienen afectaciones relevantes, la losa de entrepiso del nivel 8 no fue posible inspeccionarla y en la terraza y nivel 9 se evidencian afectaciones importantes. Adicionalmente se encontraron fisuras debidas a esfuerzos cortantes en algunos muros y columnas. Estos aspectos son preocupantes y dan cuenta de la disminución de la vida de servicio y por ende la vida útil del edificio.

Adicionalmente los hallazgos patológicos de importancia observados en el estudio fueron: alto nivel de carbonatación, dado por el frente de carbonatación que sobrepasa la capa protectora, presencia de carbonatos de calcio en particular Aragonita, presencia de poros como lo evidencian los resultados de microscopía óptica, hallazgo de microfisuras según lo encontrado en los estudios petrográficos, baja amplitud de voltaje empleada para los estudios de espectroscopía de impedancia, concreto heterogéneo y de baja capacidad resistente, acero de refuerzo liso que no cumple con especificaciones de resistencia a tracción y con evidencias de procesos de corrosión.

Por último, se destaca que las técnicas de análisis avanzado complementan y fortalecen la patología convencional, aspecto que sin duda permite un nivel más profundo de diagnóstico y se convierten en herramienta útil para adelantar el trabajo terapéutico subsiguiente.

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5. Agradecimentos Los autores agradecen a la Dirección de Investigación y Extensión de la Facultad de Ingeniería y Arquitectura de la Universidad Nacional de Colombia sede Manizales.

6. Referencias [1] Asociación Colombiana de Ingenieria Sismica (2010) Reglamento colombiano de construcción sismo resistente NSR-10, Tomo I, Titulo A, ISBN: 978-958-97609-2-5. Bogotá: Worldcolor.

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PLANOS DE MANUTENÇÃO PRÓ-ACTIVA DE FACHADAS E COBERTURAS DE EDIFÍCIOS S. MADUREIRA Mestre Eng.ª Civil CERIS, IST Lisboa

J. MORGADO Mestre Eng.ª Civil CERIS, IST Lisboa

I. FLORES-COLEN Prof. Associada CERIS, IST Lisboa

J. DE BRITO Prof. Catedrático CERIS, IST Lisboa

SUMÁRIO

ABSTRACT

As fachadas e as coberturas são os elementos da envolvente dos edifícios que constituem a barreira fundamental para a protecção das agressões exteriores, principalmente as atmosféricas. A manutenção destes elementos durante a sua vida útil deve ter em conta a degradação em serviço e o desempenho expectável. Um plano de manutenção pró-activa deve conter toda a informação fundamental de modo a prevenir e monitorizar o desempenho dos elementos da envolvente, programar acções de inspecção, limpeza, reparação e substituição que forem apropriadas para a resolução das anomalias em serviço. Neste artigo, é apresentada uma síntese de informações disponíveis na bibliografia técnica para a envolvente dos edifícios (fachadas e coberturas planas) e que podem servir de base para a elaboração de planos de manutenção pró-activa. Através da realização de duas dissertações de mestrado no IST (dois primeiros autores), foram recolhidos dados da degradação / desempenho em serviço de várias fachadas e coberturas. Com esta informação, foi possível reforçar a necessidade de uma adequada previsão e implementação da manutenção através de planos adaptados às condições reais dos edifícios em serviço.

Facades and roofs are buildings’ envelope elements that play an important role in the protection from external agents, mainly atmospheric conditions. The maintenance during their service life should take into account the in-service degradation and the predicted performance. A proactive maintenance plan should cover all the relevant information to prevent and monitor the elements performance; the type and frequency of inspection, cleaning, repair and replacement actions that solve the in-service anomalies. In this paper, a literature review is presented to support maintenance plans for buildings envelope (facades and roofs). In-service degradation and performance data of facades and roofs were collected through two master theses at IST (the first two authors). These data are crucial to support the adequate prediction and practice of maintenance based on real in-service conditions plans.

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1. Introdução Os planos de inspecção e manutenção (PIME) são essenciais para a implementação de estratégias pró-activas de manutenção durante a vida útil dos elementos dos edifícios. Devem ser definidas as acções de manutenção mais prováveis (manutenção preventiva) e também as inspecções (manutenção preditiva) com critérios de intervenção. Em Portugal, não existe legislação para que seja obrigatória a utilização de PIMEs, no entanto, através de vários estudos já realizados e também tendo em conta referências internacionais, um PIME deve: i) estimar a vida útil dos elementos construtivos; ii) caracterizar o desempenho em serviço expectável; iii) definir as anomalias mais relevantes, as possíveis causas e os respectivos mecanismos de degradação em serviço; iv) prever e definir os sintomas de pré-patologia; v) definir o sistema de selecção das operações de manutenção a realizar; vi) estabelecer rotinas de inspeção; vi) definir estratégias de actuação incluindo critérios de prioridade e risco; vii) analisar o historial das intervenções; viii) registar custos em serviço; ix) gerir adequadamente a informação relacionada com a manutenção e a satisfação dos utilizadores dos edifícios.

Neste artigo apresenta-se uma síntese de bibliografia técnica relacionada com a manutenção da envolvente dos edifícios (fachadas e coberturas planas) e que podem servir de base para a elaboração de planos de manutenção pró-activa. Através da realização de duas dissertações de mestrado no IST, foram recolhidos dados em serviço da degradação / desempenho de várias fachadas e coberturas. Com esta informação, foi possível reforçar a necessidade de uma adequada previsão e implementação da manutenção através de planos adaptados às condições reais em serviço.

2. Elementos fonte de manutenção Os elementos fonte de manutenção (EFM) são os elementos construtivos que carecem de acções de manutenção durante a vida útil da envolvente dos edifícios. Os níveis em causa são apresentados consoante a hierarquia de caracterização da fachada ou cobertura e respectivos EFM (nível 1 - sistema de fachada ou cobertura; nível 2 - elementos existentes num sistema de fachada ou cobertura; nível 3 - classificação geral dos materiais passíveis de serem aplicados em cada elemento e nível 4 apresentação pormenorizada de cada material). A proposta apresentada nas Tabelas 1 e 2 tem em consideração os elementos que é necessário distinguir numa inspeção e estruturação de um plano de manutenção.

Tabela 1 - Proposta de estruturação dos EFM de fachadas de edifícios [1]

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Tabela 2 - Proposta de estruturação dos EFM de coberturas planas de edifícios [2]

3. Vidas úteis Com toda a diversidade de materiais presentes numa fachada ou cobertura, e respectivos diferentes comportamentos ao longo do ciclo de vida dos edifícios, é necessário estimar a vida útil destes elementos. Existe uma série de documentos internacionais, onde se pode consultar as vidas úteis previstas de elementos, subelementos e respectivos materiais, conforme Tabelas 3 e 4. É necessário referir que a discrepância de valores se deve ao facto de alguns documentos não terem em consideração os factores de condicionamento (por exemplo, agressividade do meio) e a possibilidade de se efetuarem acções de manutenção ao longo da vida útil.

Alguns documentos são muito gerais, indicando apenas um intervalo de valores, sem distinguir qual o tipo de material aplicado. Por outro lado, existem documentos que apresentam estimativas máximas, médias e mínimas de vidas úteis para todos os elementos constituintes da fachada ou cobertura, bem como as respectivas médias modas e medianas, resultando em valores consideravelmente diferentes. A existência de diversas fontes bibliográficas provenientes de diferentes países e, por consequência, distintas tecnologias de construção e meio ambiente poderá originar valores diferentes de vida útil que carecem adaptação às condições reais de serviço.

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Tabela 3 - Valores das vidas úteis dos EFM de uma fachada de acordo com a bibliografia técnica [1]

Tabela 4 - Valores das vidas úteis dos EFM de uma cobertura plana de acordo com a bibliografia técnica [2]

4. Necessidade e prioridades de manutenção Na bibliografia técnica, existem vários documentos que podem servir de base à identificação de acções de manutenção e da respectiva periodicidade. Na Tabela 5, é exemplificada uma síntese de periodicidade de inspecções para os principais elementos da fachada.

Na Tabela 6, é exemplificada a periodicidade de acções de manutenção preventiva para coberturas planas, divididas em acções de limpeza, tratamentos de superfície, intervenções ligeiras e profundas e substituição no final da vida útil do elemento. Verifi-

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ca-se a necessidade de adaptar as acções de manutenção às reais necessidades em serviço. Quando não existe conhecimento efectivo do desempenho em serviço deverão ser efectuadas inspecções detalhadas aos elementos das fachadas e coberturas.

Para apoio ao plano de inspecções, é necessário definir critérios de intervenção e de prioridade que permitam actuar nas anomalias existentes, minimizando situações de incómodos, falta de segurança e risco para os utilizadores e transeuntes do edifício. A Tabela 7 exemplifica alguns desses critérios de acordo com a bibliografia técnica.

Tabela 5 - Periodicidade das inspecções para os principais elementos de fachada, de diversas referências bibliográficas

5. Planos de manutenção pró-activa Nos estudos de Madureira [1] e Morgado [2], foram realizadas várias inspecções em serviço, de forma a aplicar planos de manutenção pró-activa às condições reais de serviço. Madureira [1] inspeccionou as fachadas de 30 edifícios distintos, localizados no Parque das Nações, em Lisboa, com uma envolvente exterior de agressividade alta, uma vez que se insere numa zona urbana a menos de um quilómetro do mar. Todos os edifícios em estudo têm idades inferior a 12 anos e sem acções de manutenção corrente.

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Tabela 6 - Periodicidade de acções de manutenção preventiva em alguns EFM de coberturas planas, r ecomendada em bibliografia técnica

Morgado [2] inspeccionou 32 edifícios distintos, localizados em diversas zonas dos distritos de Lisboa e Setúbal, com cerca de 51% das coberturas construídas entre 1971 e 2000 (das quais a maioria já foi sujeita a acções de manutenção e beneficiação).

De todos os tipos de coberturas existentes, foram inspeccionadas 28 coberturas distintas (em termos de materiais aplicados e funcionalidade), perfazendo uma área total de 45662 m2. De todos os casos de estudo analisados em [2], verificou-se a predominância de coberturas inclinadas (57%), sendo os restantes 43% atribuídos a coberturas planas.

As inspecções foram visuais, tendo o auxílio de fichas de inspecção produzidas para o efeito. Foram sistematizados os tipos de anomalias, os elementos afectados e calculadas as respectivas necessidades / prioridades de intervenção. As prioridades de intervenção consideradas foram divididas em 4 categorias: prioridade 1 (sem necessidade de intervenção), prioridade 2 (acções não urgentes, mas com necessidade de monitorização); prioridade 3 (acções correctivas em menos de 2 anos); prioridade 4 (necessidade de intervenção imediata, em menos de 6 meses, com consequências graves de risco ao nível da segurança e integridade física de pessoas e bens). Das inspecções realizadas, foram calculadas as seguintes prioridades: para fachada (43% prioridade 2; 39% para prioridade 3; 16% para prioridade 1 e 2% para prioridade 4) e para as coberturas planas (44.4% para prioridade 3, 34.4% para prioridade 2; 17.4% para prioridade 1 e 3.9% prioridade 4).

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Tabela 7 - Critérios de avaliação qualitativa de anomalias em EFM

A título exemplificativo, verificou-se que as anomalias ao nível dos revestimentos de fachada (reboco, cerâmicos e pedra) associadas à perda de aderência ou de fixação conduzem a maiores prioridades de intervenção. A mesma situação ocorreu nas coberturas, conforme a Figura 1. Nas coberturas planas, os elementos EFM com um maior número de anomalias foram a camada de impermeabilização com 24% e sistema de drenagem com 21% e sistema de remates 16% em relação ao total de anomalias. Com a caracterização da degradação em serviço, foi possível aferir planos de manutenção pró-activa. Na Tabela 8, é exemplificado um plano de manutenção para dois EFM em coberturas planas. Ao nível dos remates (zonas de interface) considera-se necessário contabilizar acções anuais de limpezas de sujidade e detritos, conjugadas se possível, com acções de verificação. As intervenções ligeiras a profundas ocorrem a cada 3 a 15 anos respectivamente. Considera-se um tempo de vida de 25 anos que engloba acções significativas de substituição (fim da vida útil) ou a avaliação da vida útil remanescente (capacidade que o sistema ainda tem de ter um bom desempenho).

Ao nível dos elementos de fixação / serralharias o plano apresenta uma maior exigência de verificação com inspecções semestrais aos elementos de fixação. São preconizados tratamentos de protecção e pequenas reparações quinquenais e outras acções mais profundas quando necessário (após avaliação das inspecções previstas). A substituição destes elementos é prevista para um período decenal. Refere-se que os planos de manutenção são evolutivos e carecem de revisão e actualização ao longo do tempo. Por conseguinte, a presente exemplificação na Tabela 8 não pode ser generalizada sem análise das condições específicas em serviço e monitorização sem erviço. Para mais detalhe consultar as referências [1] para fachadas e [2] para coberturas (planas e inclinadas).

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Figura 1: Contribuição de cada grupo de anomalias relativamente aos níveis de intervenção em coberturas planas [2]

Tabela 8 - Exemplificação de PIM em elementos da cobertura plana [2]

6. Conclusões A bibliografia técnica sobre a manutenção da envolvente dos edifícios é extensa e abordada em vários países. A elaboração de planos de manutenção precisa da identificação clara dos elementos construtivos, da caracterização da degradação/ desempenho em serviço e da previsão das respectivas vidas úteis. As inspecções realizadas em serviço, no âmbito dos estudos [1] e [2], foram visuais com o recurso a uma ficha de inspeção que permitiu a sistematização da informação sobre anomalias, causas prováveis e tecnologia aplicada. Apesar da dificuldade de obtenção de alguma informação em serviço, só possível com a realização de outros meios de diagnóstico (por exemplo, ensaios in-situ), os trabalhos de campo realizados permitiram aferir a informação técnica disponível e adaptá-la na elaboração de planos de manutenção em fachadas e coberturas para condições reais de serviço. A atribuição de escalas através de uma análise multi-critério simples ajudou a definir prioridades nas acções correctivas identificadas como necessárias após as inspecções realizadas e que caracterizam os elementos das fachadas e coberturas que carecem de maior manutenção após os anos em serviço.

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7. Agradecimentos Os autores agradecem ao CERIS - Investigação e Inovação em Engenharia Civil para a Sustentabilidade e à FCT - Fundação para a Ciência e a Tecnologia.

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