Definição e Avaliação de uma Calda para Consolidação de ... · produzidas, a cal hidráulica,...

Definição e Avaliação de uma Calda para

Consolidação de Alvenarias Antigas. Estudo

Numérico da Vulnerabilidade Sísmica de um

Edifício “Placa”

Lisandra Câmara Miranda

Dissertação para obtenção do Grau de Mestre em

Engenharia Civil

Orientadores:

Prof.ª Rita Maria do Pranto Nogueira Leite Pereira Bento

Eng.ª Rita Maria Diogo de Carvalho de Moura

Júri

Presidente: Prof. José Manuel Matos Noronha da Câmara

Orientador: Prof.ª Rita Maria do Pranto Nogueira Leite Pereira Bento

Vogal: António Manuel Candeias de Sousa Gago

Julho 2014

i

Agradecimentos

Com a conclusão desta importante fase da minha vida, através da elaboração da presente

dissertação, quero expressar o meu agradecimento a todos os que directa ou indirectamente

me ajudaram e permitiram que chegasse até aqui.

À Professora Rita Bento, orientadora desta dissertação, por ter aceitado ser minha orientadora,

por todo o apoio, disponibilidade e ensinamentos proporcionados.

À Eng.ª Rita Moura, orientadora externa desta dissertação, pelo apoio e grande ajuda na

orientação da campanha experimental relativa à definição da calda.

À Eng.ª Joana Castro Caldas, da empresa Teixeira Duarte, por todo o acompanhamento,

paciência e ajuda proporcionados nas campanhas experimentais relativas à caracterização da

calda.

À Eng.ª Ana Chaves e ao Sr. Mendes por toda a orientação e apoio prestados no trabalho

experimental, relativo à definição e caracterização da calda, desenvolvido no Laboratório de

Materiais da Teixeira Duarte, assim como ao técnico Bruno na realização dos ensaios

experimentais.

Às empresas Secil e Sika pelo fornecimento dos materiais utilizados na composição das caldas

produzidas, a cal hidráulica, o cimento pozolânico e o superplastificante.

Ao Professor Nuno Almeida pela ajuda proporcionada relativamente à definição das

características básicas de uma calda de injecção, como também por ter dispensado o

equipamento e orientado na realização dos ensaios de avaliação da capacidade de injecção da

calda sob pressão.

Ao professor Mário Lopes pelo acompanhamento e esclarecimentos das dúvidas relativamente

aos ensaios cíclicos por imposição de deslocamentos horizontais realizados às paredes de

alvenaria.

Aos funcionários do Laboratório de Construção do IST, Sr. João e Sr. Leonel, pelo apoio,

presença, disponibilidade e atenção com que me ajudam na avaliação da capacidade de

injecção da calda sob pressão.

Ao Sr. Humberto, funcionário da Teixeira Duarte, pela ajuda e apoio na preparação das

paredes e no processo de injecção de calda nestes elementos.

ii

Aos funcionários do Laboratório de Estruturas e Resistência dos Materiais do IST, Sr. Fernando

Alves, Sr. Fernando Costa e Sr. Pedro, por toda a ajuda prestada na montagem e execução

dos ensaios cíclicos realizados às paredes de alvenaria.

À Jelena por toda a paciência, ajuda, apoio e orientação fornecidos, em especial na elaboração

dos ensaios cíclicos, tanto a nível laboratorial, como no tratamento e interpretação dos

resultados obtidos.

Ao Mauro, à Ana e ao André por todo o esclarecimento de inúmeras dúvidas prestado, em

especial no que diz respeito à modelação do edifício Placa. Agradeço também todo o apoio e

incentivação dados durante a elaboração deste trabalho.

A todos os colegas que passaram pelo gabinete 2.18, que de uma forma ou de outra me

ajudaram a melhor entender a modelação e comportamento estrutural do modelo, assim como

a que os dias passassem melhor e mais depressa.

Aos meus amigos e colegas de curso, em especial ao Nuno Miguel e João, não esquecendo o

Taborda, que de alguma forma me ajudaram no decorrer do curso, em especial nos últimos

anos, nunca me deixando desistir.

À Alice, ao Filipe, ao Salvador, ao Martim e à Constança, que me proporcionaram muitos bons

fins-de-semana, fazendo-me distrair e descontrair do trabalho árduo e solitário, durante a

minha estadia em Lisboa.

À Rita e à Maria, que nos últimos tempos melhoraram a minha estadia em Lisboa,

proporcionando agradáveis momentos.

À minha tia Vidália, e tio Filipe, por toda a atenção, apoio, conselhos e revisão deste trabalho,

que em muito contribuiu para uma melhor apresentação, transmitindo calma e paciência.

A todos os meus tios e tias, primos e primas, que sempre me apoiaram e me incentivaram a

nunca desistir, em especial à minha madrinha que mesmo longe nunca se esqueceu de mim.

Aos meus avós, Helena e Joaquim, por acreditarem sempre em mim, ajudando sempre com o

seu apoio e palavra de força.

Aos meus avós, Conceição e Agostinho, e ao meu padrinho José Borges, que apesar de não

estarem fisicamente presentes, sei que sempre me apoiaram e me ajudaram a nunca parar.

Aos meus irmãos, Valter e Ildeberto, e minhas cunhadas, pela compreensão, apoio e

acreditarem sempre em mim.

iii

Ao Francisco, que me acompanhou desde o início. Tenho de agradecer toda a paciência, amor

e amizade proporcionados ao longo destes anos; os bons e os maus momentos, em especial o

apoio e tranquilidade dos momentos de maior pressão; agradecer nunca ter desistido de mim,

e acreditado, dizendo sempre, que eu era capaz.

Por último, mas não menos importante, aos meus queridos Pais, que para além de pais, são os

meus melhores amigos, agradeço todo o carinho e amor incondicionais com que me educaram,

por toda a paciência e incentivo constantes prestados, mesmo longe, sempre acreditaram em

mim, nunca me abandonando, nem deixando desistir. Foram e são as pessoas fulcrais em toda

a vida, essencialmente nesta fase, transmitindo sempre os melhores valores, nomeadamente a

humildade e o trabalho.

Espero não me ter esquecido de ninguém. Agradeço a toda a família e amigos, por me

ajudarem a crescer e chegar até ao dia de hoje.

v

Resumo

Os edifícios antigos de alvenaria constituem uma percentagem grande do parque edificado de

Lisboa, apresentando uma considerável vulnerabilidade sísmica. Os edifícios Placa são o

último tipo de estruturas construídas em Lisboa possuindo paredes de alvenaria como

elementos estruturais. A necessidade de intervenção neste tipo de estruturas é cada vez maior,

sendo necessário identificar as deficiências e aplicar técnicas de consolidação adequadas.

Este trabalho apresenta um estudo experimental que tem como objectivo definir e avaliar uma

calda apta a ser utilizada numa técnica de consolidação de alvenarias antigas: a injecção de

caldas fluídas. A avaliação desta calda é feita em termos da caracterização das suas

propriedades principais, quer no estado fresco, como no estado endurecido, assim como

através da avaliação da sua capacidade de injecção, tanto por gravidade, como a baixa

pressão. O processo de injecção é também analisado, assim como a avaliação da melhoria das

propriedades mecânicas de elementos estruturais, recorrendo para isso à injecção da calda

proposta em paredes de alvenaria. Assim, duas paredes de alvenaria de pedra calcária, com

argamassa de cal hidráulica, foram submetidas ao processo de injecção de calda, sendo

posteriormente ensaiadas através da aplicação de deslocamentos horizontais cíclicos no topo.

Para além da campanha estrutural realizada à calda, é também feita a avaliação do

comportamento estrutural e da vulnerabilidade sísmica de um edifício Placa existente em

Lisboa. Recorre-se a análises dinâmicas lineares por espectro de resposta, e o comportamento

não linear da estrutura é tido em conta simplificadamente, a partir da consideração de um

coeficiente de comportamento. O procedimento seguido consiste na modelação global da

estrutura no programa de cálculo SAP2000, complementada pela análise dos elementos de

betão armado e da estrutura de alvenaria.

O reforço pontual por injecção da calda estudada é simulado no modelo numérico através da

alteração das propriedades do material de alvenaria de duas paredes estruturais, tendo em

consideração, por um lado, os resultados obtidos nos ensaios experimentais realizado para

avaliar a calda desenvolvida, e por outro, os resultados obtidos com a avaliação sísmica do

edifício Placa recorrendo às análises dinâmicas por espectros de resposta. Este modelo novo é

avaliado sendo possível tirar conclusões preliminares quanto ao efeito de uma intervenção

deste nível num edifício antigo de alvenaria.

Palavras-chave: alvenaria, calda de injecção, edifício Placa, vulnerabilidade sísmica

reabilitação.

vii

Abstract

The old masonry buildings constitute a large percentage of the building stock of Lisbon, and

they are generally exposed to a very high seismic risk due to the high probability of earthquake

occurrence. The “Placa” buildings are the last type of structures built in Lisbon which have

masonry walls as structural elements. The need for intervention in this type of structures is

increasing, and it is necessary to identify weaknesses and implement appropriate methods of

rehabilitation.

This work presents an experimental campaign carried out to define and evaluate a grout

appropriate to be used in a technique of consolidation of ancient masonry structures: injecting

grout. The evaluation of this grout was made in terms of the characterization of their main

properties, whether fresh, as in the hardened state, as well as by assessing the ability of

injection, either by gravity, such as low pressure. Furthermore, the injection process and

mechanical properties of grout were also analyzed. Moreover, two rubble stone masonry

specimens, with hydraulic lime mortar, were injected with above mentioned grout, and tested by

applying static cyclic horizontal displacements at the top.

Apart from this experimental campaign, an evaluation of the structural behavior and seismic

vulnerability of an existing “Placa” building in Lisbon was also performed. Linear dynamic

response spectrum analysis, where nonlinear behavior of the structure was taken into account

in a simplified way by means of a behavior coefficient, was presented. The modeling of building

structure was numerically implemented by SAP2000. Additionally, the reinforcement by the

injection grout was also implemented in the numerical model in order to see efficiency of the

technique (grout injection).

The concentrated reinforcement of the injection grout studied was simulated in the numerical

model by changing the material properties of the two structural masonry walls. It was taken into

account, on the one hand, the results obtained in the experimental tests performed to evaluate

the grout developed, and on the other, the results obtained with the seismic evaluation of the

“Placa” building using the linear dynamic response spectrum analysis. This new model is

evaluated and preliminary conclusions to the effect of an intervention at this level in an old

existent masonry building were taken.

Keywords: masonry, injecting grout, “Placa” building, seismic vulnerability.

ix

Índice

Agradecimentos.............................................................................................................................. i

Resumo ......................................................................................................................................... v

Abstract ........................................................................................................................................ vii

1. Introdução .............................................................................................................................. 1

1.1. Enquadramento ............................................................................................................. 1

1.2. Objectivos ...................................................................................................................... 2

1.3. Estrutura do trabalho ..................................................................................................... 3

2. Caracterização dos Edifícios Placa ....................................................................................... 5

2.1. Generalidades ............................................................................................................... 5

2.2. Enquadramento Histórico .............................................................................................. 6

2.3. Edifícios Placa ............................................................................................................... 9

2.4. Comportamento Estrutural .......................................................................................... 11

3. Definição e Avaliação de uma Calda para Consolidação de Alvenarias Antigas ................ 15

3.1. Introdução .................................................................................................................... 15

3.2. Propriedades das Caldas de Injecção......................................................................... 15

3.3. Caracterização Experimental da Calda ....................................................................... 21

3.3.1. Considerações Iniciais......................................................................................... 21

3.3.2. Aferição da Composição da Calda ...................................................................... 21

3.3.3. Descrição do Plano de Ensaios .......................................................................... 22

3.3.4. Produção das Caldas .......................................................................................... 23

3.3.5. Caracterização das caldas no estado fresco ...................................................... 23

3.3.5.1. Determinação da massa volúmica .............................................................. 24

3.3.5.2. Avaliação da fluidez ..................................................................................... 24

3.3.5.3. Avaliação da exsudação e da variação de volume ..................................... 27

3.3.5.4. Avaliação da capacidade de injecção ......................................................... 28

3.3.6. Condições de Cura .............................................................................................. 31

3.3.7. Caracterização das Caldas no Estado Endurecido ............................................. 32

3.3.7.1. Tensão de rotura à flexão e à compressão de provetes prismáticos ......... 32

x

3.3.7.2. Tensão de rotura à compressão de provetes cúbicos ................................ 34

3.3.7.3. Tensão de rotura à compressão e à compressão diametral dos provetes

cilíndricos 35

3.3.8. Resultados dos Ensaios ...................................................................................... 37

3.3.8.1. Caracterização das caldas no estado fresco .............................................. 37

3.3.8.2. Caracterização das caldas no estado endurecido ...................................... 40

3.4. Conclusão .................................................................................................................... 46

4. Injecção de Calda em Paredes de Alvenaria ....................................................................... 49

4.1. Introdução .................................................................................................................... 49

4.2. Paredes de Alvenaria de Pedra .................................................................................. 50

4.3. Processo de Injecção da Calda ................................................................................... 51

4.3.1. Preparação das Paredes ..................................................................................... 51

4.3.2. Injecção das Paredes de Alvenaria de Pedra ..................................................... 52

4.4. Caracterização Mecânica dos Provetes ...................................................................... 53

4.5. Resultados dos Ensaios .............................................................................................. 56

4.5.1. Modos de Colapso ............................................................................................... 57

4.5.2. Gráficos de Histerese .......................................................................................... 61

4.5.3. Avaliação do Desempenho Sísmico .................................................................... 64

4.5.3.1. Idealização bilinear ...................................................................................... 64

4.5.3.2. Dissipação de Energia e Coeficiente de Amortecimento ............................ 68

4.5.3.3. Degradação da Rigidez ............................................................................... 70

4.6. Comparação com as Paredes Sem Reforço ............................................................... 71

4.6.1. Primeira Parede (S1 e SR1) ................................................................................ 71

4.6.2. Segunda Parede (S2 e SR2) ............................................................................... 74

4.7. Conclusões .................................................................................................................. 78

5. Edifício Placa em Estudo – Modelação Numérica ............................................................... 81

5.1. Introdução .................................................................................................................... 81

5.2. Caso de Estudo ........................................................................................................... 81

5.3. Caracterização Geral................................................................................................... 82

xi

5.4. Elementos Estruturais ................................................................................................. 84

5.4.1. Fundações ........................................................................................................... 84

5.4.2. Paredes ............................................................................................................... 85

5.4.3. Elementos de Betão Armado .............................................................................. 86

5.4.4. Pavimento ............................................................................................................ 86

5.4.5. Cobertura ............................................................................................................. 86

5.4.6. Escadas ............................................................................................................... 87

5.5. Definição do Modelo de Análise .................................................................................. 87

5.5.1. Características Mecânicas dos Materiais ............................................................ 87

5.5.2. Definição da Massa dos Elementos .................................................................... 90

5.5.3. Elementos Utilizados na Modelação ................................................................... 91

5.5.3.1. Paredes ....................................................................................................... 91

5.5.3.2. Pavimentos .................................................................................................. 92

5.5.3.3. Elementos de betão armado ....................................................................... 94

5.6. Caracterização do Modelo Global ............................................................................... 94

5.7. Calibração do Modelo de Análise ................................................................................ 95

5.8. Caracterização Dinâmica do Modelo Adoptado .......................................................... 98

6. Avaliação Sísmica do Edifício Placa .................................................................................. 103

6.1. Introdução .................................................................................................................. 103

6.2. Definição da Acção Sísmica ...................................................................................... 104

6.3. Combinação de Acções ............................................................................................ 107

6.4. Verificação de Segurança ......................................................................................... 109

6.4.1. Análise dos diagramas de tensões das paredes .............................................. 110

6.4.1.1. Paredes de alvenaria de pedra ................................................................. 113

6.4.1.2. Parede de alvenaria de blocos de cimento ............................................... 116

6.4.1.3. Paredes de alvenaria de tijolo ................................................................... 117

6.4.2. Análise dos diagramas de esforços dos elementos de betão armado ............. 121

6.5. Análise de Resultados da Estrutura sujeita a Consolidação de Paredes de Alvenaria

124

6.6. Conclusão .................................................................................................................. 128

xii

7. Considerações Finais ......................................................................................................... 131

7.1. Conclusões Gerais .................................................................................................... 131

7.2. Desenvolvimentos Futuros ........................................................................................ 134

Referências Bibliográficas ......................................................................................................... 135

Anexo I – Fichas Técnicas ........................................................................................................ 145

Anexo II – Propriedades das Caldas Realizadas ...................................................................... 151

Anexo III – Propriedades das Britas 1 e 2 ................................................................................. 153

Anexo IV – Algumas fotografias retiradas na campanha experimental .................................... 155

Anexo V – Desenhos Referentes ao Caso de Estudo .............................................................. 159

Anexo VI – Propriedades dos Materiais .................................................................................... 163

Anexo VII – Diagramas de Tensões nos Elementos Estruturais .............................................. 167

xiii

Índice de Figuras

Figura 2.1 – Evolução das tipologias construtivas em Portugal: 1 e 2 – Edifícios antes de 1755;

3 – Edifícios Pombalino; 4 – Edifícios Gaioleiros; 5 – Edifícios Placa; 6 e 7 – Edifícios de Betão

Armado (Cóias e Silva, 2001). ...................................................................................................... 5

Figura 2.2 – Planta de Lisboa – Áreas de Lisboa expropriadas entre 1938 e 1946 (Costa, 1997).

....................................................................................................................................................... 7

Figura 2.3 – Urbanização do Bairro de Alvalade (Costa, 1997): a) Plano de Urbanização da

zona sul da Avenida Alferes Malheiro desenvolvido pelo arquitecto Faria da Costa em 1945; e

b) Divisão do composto em oito centros residenciais compostos (células). ................................. 8

Figura 2.4 – Zona de construção dos edifícios Placa e da tipologia “Rabo de Bacalhau”

(Monteiro e Bento, 2012b). .......................................................................................................... 10

Figura 2.5 – Quatro tipos de habitações da tipologia “Rabo de Bacalhau” (Eloy, 2012). ........... 10

Figura 2.6 – Sistema de fundação em alvenaria de pedra (Appleton, 2003). ............................ 11

Figura 2.7 – Sistema de fundação em betão armado (Monteiro e Bento, 2012). ....................... 11

Figura 2.8 – Estrutura em madeira da cobertura (Appleton, 2003). ........................................... 11

Figura 2.9 – Supressão de pilares no piso térreo (Lopes et al., 2008). ...................................... 12

Figura 3.1 – Equipamento utilizado para a produção das caldas: berbequim com a vareta

misturadora acoplada. ................................................................................................................. 23

Figura 3.2 – Equipamento utilizado para a avaliação da massa volúmica das caldas. .............. 24

Figura 3.3 – Geometria do cone (NP EN 445, 2008). ................................................................. 25

Figura 3.4 – Equipamento utilizado na avaliação da fluidez das caldas pelo método do cone. . 25

Figura 3.5 – Esquema e dimensões do equipamento utilizado no método do espalhamento: 1 –

cilindro; 2 – placa lisa (NP EN 445, 2008). ................................................................................. 26

Figura 3.6 – Molde cilíndrico e superfície plana utilizada no método do espalhamento. ........... 26

Figura 3.7 – Execução do método de espalhamento. ................................................................ 26

Figura 3.8 – Proveta graduada com capacidade de 500mL utilizada na avaliação da exsudação

e variação de volume das caldas. ............................................................................................... 27

Figura 3.9 – Pormenor da exsudação. ........................................................................................ 28

Figura 3.10 – Britas utilizadas no ensaio da avaliação da injectabilidade por gravidade. .......... 29

Figura 3.11 – Sistema de produção de maiores quantidades de calda. ..................................... 30

Figura 3.12 – Sistema adoptado no processo de injecção das caldas por gravidade. ............... 30

Figura 3.13 – Esquema de ensaio utilizado para a avaliação da capacidade de injecção de

calda sob pressão. ...................................................................................................................... 31

Figura 3.14 – Aspecto dos provetes cúbicos presentes na câmara saturada. ........................... 32

Figura 3.15 – Recipiente com água, onde são colocados os provetes prismáticos, na câmara

saturada. ...................................................................................................................................... 32

Figura 3.16 – Avaliação da resistência à flexão.......................................................................... 33

xiv

Figura 3.17 – Avaliação da resistência à compressão. .............................................................. 33

Figura 3.18 – Equipamento utilizado nos ensaios de avaliação de resistência à compressão e

flexão dos provetes prismáticos. ................................................................................................. 33

Figura 3.19 – Equipamento utilizado na avaliação da resistência à compressão dos provetes

cúbicos. ....................................................................................................................................... 34

Figura 3.20 – Avaliação da resistência à compressão. .............................................................. 34

Figura 3.21 – Equipamento utilizado na avaliação da resistência à compressão e à compressão

diametral dos provetes cilíndricos. .............................................................................................. 35

Figura 3.22 – Avaliação da resistência à compressão dos provetes cilíndricos. ........................ 35

Figura 3.23 – Avaliação da resistência à compressão diametral dos provetes cilíndricos. ........ 37

Figura 3.24 – Processo de injecção por gravidade da calda nos provetes cúbicos. .................. 38

Figura 3.25 – Aspecto dos provetes cúbicos após a desmoldagem........................................... 38

Figura 3.26 – Escoamento de 1L de calda em meio poroso constituído por brita de pequenas

dimensões (4-6,3mm). ................................................................................................................ 39

Figura 3.27 – Escoamento de quase 1L de calda em meio poroso constituído por areia (2-

4mm). .......................................................................................................................................... 39

Figura 3.28 – Provetes resultantes da avaliação de injecção por gravidade, após o ensaio de

compressão. ................................................................................................................................ 40

Figura 3.29 – Provetes resultantes da avaliação de injecção sob pressão, após o ensaio de

compressão diametral. ................................................................................................................ 40

Figura 4.1 – Evolução da construção de uma das paredes de alvenaria (Milosevic et al., 2014).

..................................................................................................................................................... 50

Figura 4.2 – Colocação do tubo de injecção. .............................................................................. 52

Figura 4.3 – Selagem do tubo e refechamento da fenda. ........................................................... 52

Figura 4.4 – Aspecto final da parede (com os tubos de injecção e o refechamento de fendas

concluído). ................................................................................................................................... 52

Figura 4.5 – Injecção de calda por gravidade. ............................................................................ 53

Figura 4.6 – Esquema de ensaio utilizado para os ensaios cíclicos de corte (Milosevic et al.,

2014). .......................................................................................................................................... 54

Figura 4.7 – Esquema de ensaio utilizado, em perspectiva (Milosevic et al., 2014). ................. 54

Figura 4.8 – Instalação dos cabos de aço para a pré-compressão vertical da parede. ............. 55

Figura 4.9 – Ancoragem dos cabos de aço no piso térreo do laboratório. ................................. 55

Figura 4.10 – Histórico deslocamento-tempo. ............................................................................ 55

Figura 4.11 – Posição dos transdutores (Milosevic et al., 2014). ............................................... 56

Figura 4.12 – Posição dos transdutores da esquerda (perspectiva) (Milosevic et al., 2014). .... 56

Figura 4.13 – Montagem do ensaio cíclico, apresentando-se o lado A da parede. .................... 57

Figura 4.14 – Modos de Colapso de paredes de alvenaria (Calderini et al., 2009). ................... 58

Figura 4.15 – Primeira fissura de corte da parede SR1 para o deslocamento imposto de -10mm

(lado A). ....................................................................................................................................... 59

xv

Figura 4.16 – Padrão de fendilhação da parede SR1 para o deslocamento imposto de -18mm

(lado A). ....................................................................................................................................... 59

Figura 4.17 – Modo de colapso da parede SR1: a) lado A; b) lado B. ....................................... 59

Figura 4.18 – Representação da primeira fissura de corte no lado A da parede SR2

(deslocamento imposto de 10mm). ............................................................................................. 60

Figura 4.19 – Lado B da parede SR2 quando o deslocamento imposto foi de 18mm. .............. 60

Figura 4.20 – Modo de colapso da parede SR2: a) lado A; b) lado B. ....................................... 61

Figura 4.21 – Pormenor do destacamento de unidades da alvenaria, nos lados B e C da parede

SR2, após o fim do ensaio. ......................................................................................................... 61

Figura 4.22 – Diagramas de força-deslocamento: a) parede SR1; b) parede SR2. ................... 62

Figura 4.23 – Método utilizado para a obtenção da curva bilinear idealizada. ........................... 65

Figura 4.24 – Curvas bilineares idealizadas para as paredes ensaiadas. ................................. 65

Figura 4.25 – Representação gráfica da determinação da rigidez elástica, Ke, para: a) parede

SR1; b) parede SR2. ................................................................................................................... 66

Figura 4.26 – Envelopes positivos e negativos, e curvas bilineares, para: a) e b) parede SR1; c)

e d) parede SR2. ......................................................................................................................... 67

Figura 4.27 – Avaliação da energia num ciclo de carga. ............................................................ 68

Figura 4.28 – Evolução da energia dissipada para cada ciclo de carga. ................................... 68

Figura 4.29 – Evolução da energia dissipada em função do deslocamento normalizado lateral

(drift). ........................................................................................................................................... 69

Figura 4.30 – Evolução do amortecimento em função dos deslocamentos normalizados (drifts).

..................................................................................................................................................... 70

Figura 4.31 – Evolução da rigidez lateral em função dos deslocamentos normalizados (drifts).70

Figura 4.32 – Parede S1 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B. ................................... 71

Figura 4.33 – Parede SR1 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B. ................................ 72

Figura 4.34 – Diagramas força-deslocamento: a) parede SR1; b) parede S1. .......................... 72

Figura 4.35 – Representação bilinear das paredes SR1 e S1. ................................................... 73

Figura 4.36 – Envelope das paredes SR1 e S1. ......................................................................... 73

Figura 4.37 – Evolução da energia dissipada em cada ciclo de carga: a) em funções do ciclo de

carga; b) em função dos deslocamentos normalizados laterais (drifts). ..................................... 73

Figura 4.38 – Coeficiente de amortecimento equivalente para as paredes SR1 e S1. .............. 74

Figura 4.39 – Degradação da rigidez para as paredes SR1 e S1. ............................................. 74

Figura 4.40 – Parede S2 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B. ................................... 75

Figura 4.41 – Parede SR2 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B. ................................ 75

Figura 4.42 – Diagramas força-deslocamento: a) parede SR2; b) parede S2. .......................... 76

Figura 4.43 – Representação bilinear das paredes SR2 e S2. ................................................... 76

Figura 4.44 – Envelope negativo das paredes SR2 e S2. .......................................................... 76

Figura 4.45 – Evolução da energia dissipada em cada ciclo de carga: a) em funções do ciclo de

carga; b) em função dos deslocamentos normalizados laterais (drifts). ..................................... 77

Figura 4.46 – Coeficiente de amortecimento para as paredes SR2 e S2. ................................. 77

xvi

Figura 4.47 – Degradação da rigidez para as paredes SR2 e S2. ............................................. 77

Figura 5.1 – Localização do edifício Placa em estudo (a verde) (Google Maps, 2013). ............ 82

Figura 5.2 – Corte A-B (Memória Descritiva, 1943). ................................................................... 83

Figura 5.3 – Planta dos pisos elevados (Memória Descritiva, 1943). ......................................... 83

Figura 5.4 – Desenho da fachada (Memória Descritiva, 1943). ................................................. 83

Figura 5.5 – Fotografia da fachada em 2002. ............................................................................. 84

Figura 5.6 – Fachada em 2013. .................................................................................................. 84

Figura 5.7 – Planta das fundações (Memória Descritiva, 1943). ................................................ 85

Figura 5.8 – Estrutura de madeira da cobertura do edifício (2002). ........................................... 87

Figura 5.9 – Escada secundária, presente a tardoz do edifício. ................................................. 87

Figura 5.10 – Parede da fachada com aberturas. ....................................................................... 92

Figura 5.11 – Paredes de alvenaria no modelo do edifício. ........................................................ 92

Figura 5.12 – Malha dos barrotes em planta. ............................................................................. 92

Figura 5.13 – Secção do pavimento por metro (adoptado de Branco, 2007). ............................ 93

Figura 5.14 – Perspectiva tridimensional do modelo. ................................................................. 94

Figura 5.15 – Modelo com os edifícios adjacentes em cada lado, segundo a direcção Y. ........ 97

Figura 5.16 – Os primeiros dois modos de vibração do modelo correspondentes a translações.

................................................................................................................................................... 100

Figura 5.17 – Primeiro modo de vibração do modelo. .............................................................. 100

Figura 5.18 – Terceiro modo de vibração do modelo. .............................................................. 101

Figura 6.1 – Excerto da carta geológica de Lisboa (e-Geo). .................................................... 104

Figura 6.2 – Zonamento sísmico de Portugal Continental (EC8-1, 2009). ............................... 105

Figura 6.3 – Espectros de resposta de dimensionamento. ....................................................... 107

Figura 6.4 – Identificação dos alinhamentos das paredes na planta do edifício. ..................... 110

Figura 6.5 – Tensões verticais para a combinação fundamental de acções (kPa). ................. 113

Figura 6.6 – Tensões verticais para a combinação sísmica de acções (máxima tracção – kPa).

................................................................................................................................................... 114

Figura 6.7 – Tensões de corte para a combinação sísmica de acções (kPa). ......................... 116

Figura 6.8 – Tensões verticais nas empenas (kPa). ................................................................. 116

Figura 6.9 – Tensões de corte nas empenas (kPa). ................................................................. 117

Figura 6.10 – Tensões verticais para a combinação fundamental de acções (kPa). ............... 118

Figura 6.11 – Tensões verticais para a combinação sísmica de acções (kPa). ....................... 119

Figura 6.12 – Tensões de corte para a combinação sísmica de acções (kPa). ....................... 120

Figura 6.13 – Pilares na zona das marquises e escadas de serviço, a tardoz do edifício. ...... 121

Figura 6.14 – Pilares representados no modelo numérico como elementos de barra (a azul). 121

Figura 6.15 – Tensões verticais na fachada principal (alinhamento 1), para a combinação

sísmica de acções (kPa). .......................................................................................................... 125

xvii

Figura 6.16 – Tensões de corte na fachada principal (alinhamento 1), para a combinação


Figura 6.17 – Mapa de danos para tensões de corte na parede da fachada principal

correspondente ao alinhamento 1 (os pontos a laranja dos modelos indicam as zonas onde é

excedida a resistência ao corte da alvenaria; a azul estão identificados os pontos que verificam

a tensão). ................................................................................................................................... 126

Figura 6.18 – Tensões verticais na fachada principal (alinhamento 2), para a combinação


Figura 6.19 – Tensões de corte na fachada principal (alinhamento 2), para a combinação


Figura 6.20 – Mapa de danos para tensões de corte na parede da fachada principal

correspondente ao alinhamento 2 (os pontos a laranja dos modelos indicam as zonas onde é

excedida a resistência ao corte da alvenaria; a azul estão identificados os pontos que verificam

a tensão). ................................................................................................................................... 127

Figura A.1 – Aspecto do estado fresco de algumas caldas, produzidas em laboratório. ......... 155

Figura A.2 – Aspecto da calda após o ensaio de rotura por flexão. ......................................... 156

Figura A.3 – Ensaio à rotura por compressão ao provete prismático. ...................................... 156

Figura A.4 – Ensaio de Compressão aos provetes cúbicos. .................................................... 156

Figura A.5 – Ensaio de Compressão aos provetes cúbicos. .................................................... 156

Figura A.6 – Aspecto do provete após ensaio de rotura por compressão. ............................... 156

Figura A.7 – Aspecto do provete após ensaio de rotura por compressão. ............................... 156

Figura A.8 – Aspecto do provete cilíndrico após o ensaio de rotura por compressão (areia 2-

4mm). ........................................................................................................................................ 157

Figura A.9 – Aspecto do provete cilíndrico após o ensaio de rotura por compressão diametral

(areia 2-4mm). ........................................................................................................................... 157


6,2mm). ..................................................................................................................................... 157


6,2mm). ..................................................................................................................................... 157


(areia 4-6,2mm). ........................................................................................................................ 157


(areia 4-6,2mm). ........................................................................................................................ 157

Figura A.14 – Tensões verticais do alinhamento 5 para a combinação fundamental (kPa)..... 167




Figura A.18 – Tensões verticais do alinhamento 11 para a combinação fundamental (kPa)... 168

xviii



Figura A.21 – Tensões verticais do alinhamento E para a combinação fundamental (kPa). ... 169

Figura A.22 – Tensões verticais do alinhamento F para a combinação fundamental (kPa). ... 169

Figura A.23 – Tensões verticais do alinhamento G para a combinação fundamental (kPa). ... 169

Figura A.24 – Tensões verticais do alinhamento 5 para a combinação sísmica (kPa). ........... 170




Figura A.28 – Tensões verticais do alinhamento 11 para a combinação sísmica (kPa). ......... 171



Figura A.31 – Tensões verticais do alinhamento E para a combinação sísmica (kPa). ........... 172

Figura A.32 – Tensões verticais do alinhamento F para a combinação sísmica (kPa). ........... 172

Figura A.33 – Tensões verticais do alinhamento G para a combinação sísmica (kPa). .......... 172

Figura A.34 – Tensões de corte do alinhamento 5 para a combinação sísmica (kPa). ........... 173




Figura A.38 – Tensões de corte do alinhamento 11 para a combinação sísmica (kPa). ......... 174



Figura A.41 – Tensões de corte do alinhamento E para a combinação sísmica (kPa). ........... 175

Figura A.42 – Tensões de corte do alinhamento F para a combinação sísmica (kPa). ........... 175

Figura A.43 – Tensões de corte do alinhamento G para a combinação sísmica (kPa)............ 175

xix

Índice de Tabelas

Tabela 3.1 – Resumo dos resultados obtidos nos ensaios de fluidez. ....................................... 37

Tabela 3.2 – Resumo das características mecânicas da calda avaliadas em provetes............. 41

Tabela 3.3 – Comparação dos resultados obtidos entre a calda estudada e as caldas

analisadas por Gonçalves (2013)................................................................................................ 41

Tabela 3.4 – Comparação dos resultados obtidos entre a calda estudada e as caldas

analisadas por Luso (2012). ........................................................................................................ 42

Tabela 3.5 – Resumo das propriedades das caldas. .................................................................. 44

Tabela 3.6 – Resumo das propriedades das caldas. .................................................................. 45

Tabela 4.1 – Valores representativos do ensaio cíclico de corte. ............................................... 63

Tabela 4.2 – Valores característicos dos envelopes de histerese. ............................................. 66

Tabela 4.3 – Valores característicos dos envelopes positivo e negativo. .................................. 67

Tabela 5.1 – Propriedades dos materiais utilizados no modelo. ................................................ 90

Tabela 5.2 – Peso distribuído nos pisos e cobertura. ................................................................. 91

Tabela 5.3 – Frequências e participação de massa dos principais modos de vibração do edifício

numa primeira análise. ................................................................................................................ 96

Tabela 5.4 – Propriedades dos materiais utilizados no modelo final. ......................................... 97

Tabela 5.5 – Comparação entre as frequências próprias dos modelos e dos ensaios. ............. 98

Tabela 5.6 – Períodos, frequências e participação de massa dos principais modos de vibração

do modelo. ................................................................................................................................... 99

Tabela 6.1 – Parâmetros definidores do espectro de resposta. ............................................... 105

Tabela 6.2 – Nível de Conhecimento em função da informação disponível (EC8-3, 2005). .... 111

Tabela 6.3 – Valores adoptados para a resistência dos materiais das paredes. ..................... 112

Tabela 6.4 – Determinação da armadura necessária à verificação de segurança dos pilares. 122

Tabela 6.5 – Dimensões e armaduras das vigas em betão armado. ....................................... 123

Tabela 6.6 – Verificação de segurança das vigas relativamente ao momento flector máximo.123

Tabela 6.7 – Verificação de segurança das vigas relativamente ao esforço transverso. ......... 124

Tabela A.1 – Características mecânicas das alvenarias de pedra de acordo com diversos

autores. ...................................................................................................................................... 163

Tabela A.2 – Características mecânicas das alvenarias de pedra de acordo com diversos

autores (continuação). ............................................................................................................... 164

Tabela A.3 – Características mecânicas das alvenarias de tijolo de acordo com diversos

autores. ...................................................................................................................................... 165

1

1. Introdução

1.1. Enquadramento

Sendo Lisboa considerada uma cidade antiga, o seu parque habitacional resulta da

acumulação de edifícios que se foram construindo, a partir de materiais locais e,

posteriormente, cada vez com mais regularidade, com materiais de diferentes origens. O

conceito de edifício antigo é usualmente utilizado para denominar todo o edificado que surgiu

antes da generalização do betão como material estrutural dominante (Appleton, 2003).

A conservação, a reabilitação e o reforço do património construído, quer em Lisboa, como em

centros históricos de muitas cidades europeias, têm vindo a ser uma preocupação das

sociedades modernas. A maior parte do parque habitacional existente em Portugal foi

construída em épocas onde não havia legislação que obrigasse o dimensionamento sísmico

das estruturas. Actualmente, a engenharia civil dispõe de conhecimentos e de regulamentos

que permitem conferir resistência sísmica às novas construções e aumentar, significativamente,

a resistência sísmica de construções existentes, através de diversas técnicas de reforço.

Os estudos que abordam a avaliação do comportamento estrutural e da vulnerabilidade

sísmica de edifícios antigos de alvenaria em Lisboa, nomeadamente referentes a edifícios

“Pombalinos” e edifícios “Gaioleiros”, são cada vez mais e com maior detalhe. No entanto, no

que diz respeito aos edifícios “Placa”, existem, ainda, poucos estudos, apesar dos muitos

exemplares desta tipologia no edificado de Lisboa.

Os edifícios Placa foram construídos em Lisboa entre as décadas de 1930 e 1960. Estes

edifícios correspondem à última tipologia de edifícios que utiliza alvenaria como material

estrutural, estando também incluídos no conjunto de edifícios antigos, pelo que não foram

concebidos de acordo com os actuais requisitos de segurança estrutural.

As paredes de alvenaria de pedra são os elementos estruturais de grande importância que

estão presentes em muitos edifícios antigos, nomeadamente nos edifícios Placa. Estas

paredes são elementos que podem funcionar muito bem mesmo perante acções horizontais,

como o vento e os sismos, desde que construídas e interligadas de forma correcta. Grande

parte destas edificações em alvenaria encontra-se, em determinados casos, num elevado

estado de degradação pelo que necessitam de intervenção urgente. Isto requer a identificação

das deficiências e a aplicação de técnicas de intervenção apropriadas. No caso particular de

intervenções em edifícios antigos, a primeira opção a ter em conta deve ser a conservação dos

materiais existentes, se necessário recorrendo a reparações pontuais, ou a operações de

consolidação, mas preservando a integridade do edifício. Do ponto de vista da conservação, é

mais adequado recorrer a materiais e técnicas tradicionais, tendo em vista essencialmente os

2

aspectos de compatibilidade, ainda que não seja legítimo excluir a utilização de novos

materiais e de novas tecnologias.

Uma das técnicas possíveis para trabalhos de consolidação estrutural das paredes de

alvenaria de pedra é a injecção de caldas fluídas. Esta técnica é uma técnica passiva que

restitui a integridade ao edifício e melhora a sua capacidade resistente. Para além da

irreversibilidade, um dos problemas desta técnica é a selecção da argamassa ou calda de

injecção a utilizar. Os produtos comerciais existentes para este fim apresentam, na respectiva

ficha técnica, informação diferenciada que dificulta a comparação directa. Para além disso, em

alguns deles, a informação disponibilizada é limitada, pelo que as caldas fluidas têm sido

aplicadas sem conhecimento total das suas propriedades. A decisão na escolha do material de

injecção tem por base, muitas vezes, a experiência da aplicação do produto em outros casos

semelhantes, a facilidade de aquisição e transporte, ou, ainda, na maioria das vezes, em

factores económicos.

O processo de injecção de caldas fluidas em alvenarias antigas tem sido alvo de diversos

estudos, nomeadamente no que quanto às características das caldas utilizadas nesta técnica.

A criação de caldas para esse fim é um processo moroso, visto serem diversos os ensaios a

realizar de forma a definir as diferentes características do produto final. Uma das grandes

preocupações na criação desse tipo de produtos, talvez a mais importante, consiste na escolha

dos materiais constituintes, os quais necessitam de apresentar compatibilidade com os

materiais que constituem as paredes, para que o reforço seja realizado com sucesso.

A caracterização do comportamento deste tipo de materiais, do comportamento conjunto calda

e pedra, assim como o comportamento global da estrutura em que é aplicado, torna-se

essencial. A decisão para eventuais intervenções de reparação e reforço com aplicação de

caldas fluidas de injecção será facilitada caso existam resultados experimentais que constituam

uma ajuda preciosa na altura de optar por um produto ou especificar um caderno de encargos.

O trabalho desta dissertação é dedicado, então, à definição e avaliação de uma calda de

injecção adequada para o reforço de paredes de alvenaria, e ao estudo da vulnerabilidade

sísmica de um edifício Placa, no seu estado actual e após o reforço de algumas das suas

paredes constituintes através da injecção de caldas.

1.2. Objectivos

Parte deste trabalho encontra-se, parcialmente, inserido no projecto “EPICIDADE –

Desenvolvimento de Métodos de Reforço e de Análise Dinâmica Experimental de Edifícios de

Alvenaria” com a participação da empresa Teixeira Duarte, SGPS. Este projecto destina-se a

3

desenvolver métodos de reforço de edifícios de alvenaria antiga existentes, tendo em vista a

redução da sua vulnerabilidade sísmica.

A presente dissertação pretende contribuir para aprofundar o conhecimento na conservação de

edifícios antigos, nomeadamente os edifícios Placa. Pretende-se avaliar o comportamento

estrutural e a vulnerabilidade sísmica de um edifício Placa, tal como se encontra construído na

cidade de Lisboa, assim como a sua avaliação sísmica quando submetido ao reforço pontual

de alguns dos seus elementos estruturais, através da injecção de uma determinada calda.

Assim, este trabalho começa com a definição e avaliação de uma calda de injecção que

possua resistência à compressão, aos 28 dias de idade, superior a 20MPa e que seja

constituída por materiais de uso actualmente corrente, como a cal hidratada, o cimento,

superplastificantes ou outros. Visto a caracterização de uma calda constituir um processo

moroso, neste trabalho apenas é realizada a avaliação das características consideradas

básicas para que se torne possível a utilização deste produto no processo de injecção de

caldas, como técnica de reforço de paredes de alvenaria.

A definição de um produto para este fim não pode ter por base apenas as suas características,

avaliadas de forma isolada. De modo a avaliar a eficácia da calda de injecção seleccionada,

procedeu-se à avaliação de duas paredes de alvenaria de pedra, construídas em laboratório, e

reforçadas com injecção da calda.

Por fim, recorreu-se a análises dinâmicas lineares por espectro de resposta de um modelo de

elementos finitos de um edifício Placa. Pretende-se avaliar a vulnerabilidade sísmica de um

edifício Placa existente e a variação do seu comportamento, a nível de modelo numérico,

causada pela introdução de caldas de reforço em determinadas paredes de alvenaria.

Em suma, pretende-se, com este trabalho, dar um contributo para conservação e reforço

estrutural de edifícios antigos de alvenaria através da injecção de caldas fluidas, e para o

estudo do comportamento estrutural e da vulnerabilidade sísmica de edifícios com grande

presença na cidade de Lisboa: os edifícios Placa.

1.3. Estrutura do trabalho

A presente dissertação encontra-se organizada em sete capítulos e sete anexos referentes à

temática abordada. Em seguida é feita uma breve descrição dos temas desenvolvidos em cada

capítulo apresentado.

O primeiro e presente capítulo diz respeito à introdução do tema desenvolvido, sendo

apresentado o seu enquadramento no âmbito da engenharia civil. Para além disso, são

apresentados os objectivos desta dissertação.

4

O segundo capítulo, de cariz histórico, contém uma breve descrição da evolução das tipologias

presentes no parque edificado de Lisboa, dando-se relevância aos edifícios Placa. É realizada,

também, uma caracterização geral deste tipo de edifícios, referindo o seu funcionamento

estrutural e identificando aspectos construtivos e fragilidades peculiares.

O terceiro capítulo corresponde à determinação e avaliação de uma calda que possa ser

utilizada com sucesso na consolidação de paredes de alvenaria de edifícios antigos, como por

exemplo os edifícios Placa. Procede-se ao desenvolvimento de uma campanha experimental

de forma a seleccionar a composição da calda que apresente as características mais

adequadas, nomeadamente a nível da fluidez, homogeneidade, resistências à compressão e

flexão, e, ainda, capacidade de injecção em diferentes meios porosos.

O quarto capítulo vem em sequência do capítulo anterior, pois apresenta-se aqui a avaliação

da calda seleccionada e estudada quando injectada em alvenarias antigas. Esta avaliação foi

realizada através de ensaios cíclicos efectuados a duas paredes de alvenaria de pedra

calcária, típicas da região de Lisboa, após serem submetidas à injecção da calda fluida.

O quinto capítulo inicia-se com a apresentação do edifício Placa seleccionado para este

estudo, através de uma breve descrição da estrutura de alvenaria antiga, dando especial

atenção aos elementos estruturais que a compõem. Seguidamente modela-se o edifício no

programa de cálculo automático SAP2000 (2011), o qual serve de base ao restante trabalho. É

realizada uma análise das características mecânicas utilizadas na definição dos materiais, dos

valores de massa admitidos para os constituintes do edifício, dos elementos utilizados na

modelação e, por último, à descrição do processo de calibração do modelo com base num

ensaio de caracterização dinâmica. Conclui-se o capítulo com uma caracterização global do

modelo, salientando-se os aspectos mais relevantes no procedimento da modelação e nas

opções tomadas.

No sexto capítulo é definida a acção sísmica regulamentar, sendo apresentados os resultados

decorrentes da análise dinâmica linear por espectro de resposta e as conclusões daí retiradas.

Os resultados são apresentados em termos de diagramas de distribuição de tensões nas

paredes de alvenaria e esforços nos elementos lineares de betão armado (pilares e vigas). Por

fim, é feita a avaliação do efeito da introdução de calda, através do processo de injecção, em

algumas paredes estruturais do edifício, fazendo variar as suas propriedades mecânicas.

No sétimo capítulo procura-se efectuar uma análise crítica do trabalho desenvolvido, referindo

as suas limitações e algumas sugestões sobre como as colmatar.

De seguida são listadas as referências bibliográficas que foram consultadas neste trabalho.

5

2. Caracterização dos Edifícios Placa

2.1. Generalidades

Os edifícios Placa são característicos de um período posterior ao período dos edifícios

Gaioleiros, sendo o último tipo de construção em Lisboa a utilizar a alvenaria como um

elemento estrutural. Esta tipologia construtiva característica da expansão urbana de Lisboa tem

início por volta de 1930, terminando na década de 1960 (Figura 2.1), assinalando a transição

entre os edifícios antigos de alvenaria e os novos edifícios porticados de betão armado e

representando, actualmente, cerca de 40% do parque edificado antigo (Sotto-Mayor, 2006).

Figura 2.1 – Evolução das tipologias construtivas em Portugal: 1 e 2 – Edifícios antes de 1755; 3 – Edifícios Pombalino; 4 – Edifícios Gaioleiros; 5 – Edifícios Placa; 6 e 7 – Edifícios de Betão Armado

(Cóias e Silva, 2001).

Este período é essencialmente caracterizado pela progressiva introdução de elementos de

betão armado na construção, primeiro através de lajes e, mais tarde, como estrutura completa

de betão armado. Deste modo, acredita-se que este tipo de edifícios apresenta uma

considerável vulnerabilidade sísmica, por diversas razões, sendo a principal o facto de

apresentar lajes de betão armado suportadas por paredes de alvenaria, com função resistente

ou não, o que implica um incremento significativo de massa, sem aumento da resistência

estrutural dos elementos verticais. Não obstante, esta tipologia ainda representa uma parte

importante do parque edificado de Lisboa, justificando assim a avaliação do seu

comportamento face à acção sísmica.

6

2.2. Enquadramento Histórico

O final do período da construção dos edifícios “Gaioleiros” é caracterizado, essencialmente,

pelo completo abandono das estruturas de madeira inseridas nas paredes estruturais, pelo uso

sistemático de paredes interiores de alvenaria de tijolo e pela utilização de pavimentos

compostos por vigas metálicas e tijolos cerâmicos em zonas como as varandas, cozinhas e

instalações sanitárias. Contudo, a grande parte dos edifícios foi construída com paredes

exteriores de alvenaria.

Em 1930 o Regulamento Geral da Construção Urbana (RGCU) foi publicado, tendo como

objectivo melhorar a construção de edifícios, nomeadamente a nível da resistência e segurança

dos mesmos. Uma das recomendações deste regulamento teve por base a inserção de vigas

de betão armado ao nível dos pavimentos, de forma a garantir o travamento das paredes

exteriores de alvenaria, quando não se utiliza a estrutura de madeira (gaiola), especialmente

em edifícios com mais de dois pisos (incluindo caves) (Sousa et al., 2006).

O início da década de 1930 foi marcado pelo projecto dos bairros de habitação social

promovido pelo Regime político “Estado Novo”. A implantação deste regime levou a que a

Câmara Municipal de Lisboa se encontrasse confrontada com sérios problemas por falta de

moradias, devido ao crescimento significativo da população (migração das áreas rurais) e da

habitação precária (Silva, 1994).

Com a Constituição Politica de 1933 foi lançado o programa das casas económicas, que

constituiu a primeira grande intervenção do Estado Novo na habitação. Os princípios políticos

promoveram a protecção dos valores nacionais, constituindo uma explicação para a criação do

seu próprio movimento arquitectónico, conhecida como Arquitectura Portuguesa. Este conceito,

em conjunto com o já mencionado regulamento RGCU, trouxe melhorias significativas no que

diz respeito à construção dos edifícios, marcando o início do desaparecimento dos edifícios

Gaioleiros (Silva, 1994).

As moradias unifamiliares que constituíram os novos bairros recriavam o ambiente de aldeia

tradicional. Esta política social resulta na urbanização de diversas áreas de Lisboa,

designadamente: Bairro Alto (1937), Quinta do Jacinto (1937), Belém (1938), Camarão da

Ajuda (1938), Quinta das Furnas (1938), Quinta da Calçada (1939), Alto da Boa Vista (1939-

1940), Alto da Serafina (1940), Encarnação (1940), Madre Deus (1942), Campolide (1943).

Em 1938, o engenheiro Duarte Pacheco, no cargo de presidente da Câmara Municipal de

Lisboa e Ministro das Obras Públicas, encomendou um novo plano de urbanização, o Plano

Geral de Urbanização e Expansão de Lisboa, o qual foi apenas publicado em 1948. O projecto

foi elaborado pelo arquitecto francês Étienne de Gröer e envolveu as principais linhas de

desenvolvimento da cidade. O programa conduziu a um processo de expropriação enorme que

7

permitiu a expansão para norte da cidade, promovendo a construção de novas áreas de

habitação, a construção do aeroporto internacional na zona norte de Lisboa e a criação de uma

área verde ao redor da cidade, incluindo o Parque Monsanto com 900ha (Figura 2.2).

Figura 2.2 – Planta de Lisboa – Áreas de Lisboa expropriadas entre 1938 e 1946 (Costa, 1997).

Posteriormente, o Governo reconheceu que o programa das casas económicas não tinha

abrangido uma considerável parcela da população. Desta forma, em 1945 foi publicada uma

nova lei sobre casas de renda económica, que se destinavam principalmente à classe média,

que foi excluída das anteriores casas económicas por diversas razões (Silva, 1994).

Uma das urbanizações notáveis desta época trata-se do Bairro de Alvalade da autoria do

arquitecto Faria da Costa (Figura 2.3). Este bairro, projectado para 45000 habitantes e

organizado em oito centros residenciais compostos (ou células), proporcionou a integração de

diferentes grupos sociais. O Bairro estava confrontado a norte pela Avenida Alferes Malheiro (a

actual Avenida Brasil), a este pela Avenida Aeroporto (a actual Avenida Almirante Gago

Coutinho), a oeste pelo Campo Grande e a sul pela passagem ferroviária de Roma, ocupando

uma área de 230ha (Figura 2.3).

Os estudos realizados para a urbanização das células I a VII (Figura 2.3b) foram desenvolvidos

entre 1945 e 1957 pelos arquitectos Miguel Jacobetty, Fernando Silva, Dário Fernandes e Lima

Franco, de acordo com os princípios arquitectónicos do Regime do Estado Novo. Quanto à

urbanização da célula VIII, localizada a sul da Avenida Estados Unidos da América, os estudos

foram desenvolvidos pelos arquitectos Joaquim Ferreira e Orlando Azevedo entre 1949 e 1952,

verificando-se uma aproximação à arquitectura moderna contemporânea que lançou o

desenvolvimento de edifícios mais altos e com estruturas de enquadramento de betão armado.

8

a)

b)

Figura 2.3 – Urbanização do Bairro de Alvalade (Costa, 1997): a) Plano de Urbanização da zona sul da Avenida Alferes Malheiro desenvolvido pelo arquitecto Faria da Costa em 1945; e b) Divisão do

composto em oito centros residenciais compostos (células).

Em 1947, um novo programa habitacional foi desenvolvido para a construção de casas de

renda de baixo valor. Este programa deu início à habitação privada apoiada pelo Governo,

permitindo assim controlar o nível de arrendamento. Como exemplos deste novo programa

tem-se o Bairro de S. João de Deus, o Bairro dos Actores, a Avenida Madrid, a Avenida Guerra

Junqueiro, a Avenida João XXI, a Avenida Paris, a Praça Pasteur, ou seja, praticamente todos

os edifícios localizados a leste da Avenida de Roma e da Avenida Manuel da Maia, e entre a

Alameda D. Afonso Henriques e a passagem ferroviária (Silva, 1994).

Deste modo, o aparecimento do betão armado e de novos regulamentos, mencionados

anteriormente, marcou o início do gradual abandono das técnicas construtivas tradicionais

utilizadas durante séculos. Quando os engenheiros e arquitectos descobriram as diversas

capacidades do betão armado como elemento estrutural, rapidamente abandonaram as

técnicas construtivas tradicionais e cada vez mais começaram a construir com betão armado

(Nereu, 2001).

É então na década de 1940 que o uso de betão armado na construção de edifícios em Portugal

se torna numa prática corrente, marcando assim o período de transição entre os edifícios de

alvenaria e os de betão armado.

Assim, surge um novo tipo de edifícios no centro da cidade de Lisboa: o edifício Placa,

podendo também ser designado como edifício misto de alvenaria e betão armado. Este período

é essencialmente caracterizado pela gradual introdução de betão armado na construção,

primeiro através de lajes, e mais tarde como estrutura porticada de betão armado (Sousa,

2008).

9

2.3. Edifícios Placa

O surgimento de edifícios Placa introduziu algumas alterações relativamente aos edifícios

Gaioleiros. Abandonou-se totalmente as estruturas de madeira nas paredes e recorreu-se

sistematicamente a alvenaria de tijolo cerâmico (LNEC, 2005). Entretanto, surge o betão

armado que começou a ser utilizado ao nível das cintas e lintéis, em geral, com armadura

longitudinal constituída por 43/8’’ em cada canto da cinta e estribos 3/16’’ com espaçamentos

de 20cm (Sousa et al., 2006).

Inicialmente, os pavimentos com cerca de 0,30m de espessura possuíam estrutura de madeira,

constituídos por vigas (geralmente com secção de 0,08m x 0,18m) espaçadas em geral de

0,40m. Esta estrutura apoiava-se directamente nas paredes exteriores e interiores.

Relativamente às escadas, começaram a surgir em betão armado, principalmente as escadas

secundárias.

Posteriormente, os pavimentos começam a ser realizados com lajes finas de betão, com

espessura de 0,07m a 0,10m. Estas surgiram inicialmente nas zonas das cozinhas, instalações

sanitárias, marquises e varandas, sendo numa fase posterior utilizadas em todos os

pavimentos. Estes elementos em betão eram fracamente armados, possuindo usualmente

apenas uma camada de armadura para momentos positivos (Monteiro e Bento, 2012a). Estas

lajes descarregavam directamente sobre as paredes de alvenaria e, por vezes, também em

paredes de betão armado, localizadas nas zonas sem aberturas, como na zona das empenas

(Lopes et al., 2008). O betão vulgarmente utilizado variava entre resistências equivalentes às

das classes actuais C16/20 e C20/25, no melhor dos casos, e o aço em varão liso da classe

A235 (Lamego e Lourenço, 2012).

Os elementos verticais em betão armado começam a surgir apenas nos cantos salientes das

fachadas posteriores e, apenas mais tarde, surgem também na fachada principal (Monteiro e

Bento, 2012a).

As paredes interiores eram, geralmente, constituídas por alvenaria de tijolo cerâmico furado ou

maciço ou blocos de cimento, variando as suas espessuras entre 0,15m e 0,25m. Nas

fachadas era usual a utilização de alvenaria de pedra irregular, com espessuras entre 0,40m e

0,80m, ou alvenaria de tijolo, com uma espessura que variava entre 0,30m e 0,40m. É possível

observar frequentemente a diminuição da espessura das paredes com a altura, tanto exteriores

como interiores (Monteiro e Bento, 2012b).

A fachada posterior apresentava, por vezes, uma mudança no que diz respeito à forma

rectangular do edifício em planta, de forma a incluir mais facilmente áreas de serviço, como a

zona das cozinhas e as instalações sanitárias, e, por vezes, os quartos das criadas. A solução,

típica desta tipologia, denominada “Rabo de Bacalhau” constituiu um compromisso em que era

10

melhor aproveitada a relação perímetro/área do edifício. Os edifícios com esta característica

encontram-se predominantemente na zona entre a linha férrea e a Alameda D. Afonso

Henriques, em especial no Bairro dos Actores (Figura 2.4).

Figura 2.4 – Zona de construção dos edifícios Placa e da tipologia “Rabo de Bacalhau” (Monteiro e Bento, 2012b).

É ainda possível encontrar quatro tipos diferentes desta tipologia construtiva, classificados

como tipo A, tipo B, tipo C e tipo D (Eloy, 2012), conforme se apresenta na Figura 2.5. Estes

quatro tipos de habitação podem ser reorganizados da seguinte forma: largura da fachada

frontal; profundidade da zona a tardoz; uso funcional da zona a tardoz (apenas área de serviço

no caso da zona a tardoz ser pouco profunda e áreas de serviço privadas e/ou sociais no caso

da zona a tardoz apresentar maior profundidade); tipo e número de acessos verticais no

edifício; tipologia da circulação dentro da habitação; e número e tipo de quartos.

Figura 2.5 – Quatro tipos de habitações da tipologia “Rabo de Bacalhau” (Eloy, 2012).

As fundações dos edifícios Placa eram, na maioria dos casos, sapatas contínuas em alvenaria

de pedra ou tijolo, que suportavam as paredes de maior espessura. Apresentavam uma

construção semelhante à aplicada nas paredes, embora com espessura superior (Pomba,

2007). Por outro lado, com este tipo de edifícios, verificaram-se as primeiras fundações em

betão armado. Estes dois sistemas de fundação são ilustrados na Figura 2.6 e na Figura 2.7.

11

Figura 2.6 – Sistema de fundação em alvenaria de pedra (Appleton, 2003).

Figura 2.7 – Sistema de fundação em betão armado (Monteiro e Bento, 2012).

Apesar de, nesta época, ainda serem construídas as coberturas tradicionais, isto é, com

estruturas de madeira (Figura 2.8) e o revestimento de telha cerâmica, começam a surgir as

primeiras coberturas de terraço em betão armado (Monteiro e Bento, 2012b).

Figura 2.8 – Estrutura em madeira da cobertura (Appleton, 2003).

As escadas principais localizavam-se geralmente no centro do edifício, em planta, e as

escadas secundárias, ou de serviço, nas traseiras. A maioria dos edifícios apresenta as

escadas principais em betão armado. Todavia, existem alguns exemplares construídos numa

fase inicial em que estes elementos eram realizados em madeira. As escadas de serviço eram

construídas em betão armado ou em ferro (Monteiro e Bento, 2012a).

2.4. Comportamento Estrutural

Nesta secção apresentam-se as principais deficiências estruturais dos edifícios Placa, de forma

a melhor compreender o seu comportamento estrutural em termos sísmicos.

A resistência dos edifícios antigos de alvenaria é determinada a partir das dimensões e forma

em planta, número de pisos, disposição em altura, distribuição das massas, qualidade da

construção, materiais, métodos e época de construção. Tendo em conta que apresentam uma

elevada rigidez, a sua resistência sísmica depende da capacidade dos elementos estruturais

transmitirem às fundações, sem a ocorrência de colapso, as forças de inércia induzidas pelo

sismo. Não obstante, mesmo que os elementos estruturais exerçam a função referida, existe a

12

necessidade de garantir uma adequada ligação entre os mesmos (paredes-cobertura, paredes-

pavimentos e parede-parede), para que a resistência sísmica do edifício seja adequada e a

estabilidade global do mesmo seja assegurada (Pomba, 2007).

A variação dos materiais estruturais, quer em altura, como em planta (entre a parte posterior e

a parte dianteira do edifício) resulta em variações importantes de rigidez, dando origem a

diversas irregularidades estruturais significativas.

De um modo geral, os materiais utilizados nos pisos inferiores possuem maior capacidade

resistente (Lamego e Lourenço, 2012). Um exemplo onde existe variação do tipo de material

com a altura ocorre frequentemente em edifícios de 5 ou 6 pisos, em que as paredes são em

tijolo cerâmico maciço nos primeiros dois pisos e, nos restantes pisos, em tijolo cerâmico

furado.

Este tipo de edifícios habitualmente apresenta descontinuidades em altura no que diz respeito

à transição dos pisos superiores para o piso térreo, uma vez que surge a necessidade de criar

vãos de maiores dimensões, que se destinam à instalação de actividades comerciais (ver

Figura 2.9). Para esse efeito, alguns pilares presentes na fachada principal, assim como alguns

painéis de alvenaria, são suprimidos.

Figura 2.9 – Supressão de pilares no piso térreo (Lopes et al., 2008).

A abertura de vãos de maior dimensão é geralmente acompanhada pela introdução de vigas de

betão armado de altura elevada. Estas descontinuidades apresentam-se particularmente

gravosas, uma vez que interrompem o caminho natural das cargas, estáticas ou dinâmicas, até

às fundações, na zona onde os esforços são superiores (Lopes et al., 2008).

A introdução das lajes de betão armado nos edifícios antigos de alvenaria permite que os pisos

se aproximem do comportamento de pisos rígidos no seu próprio plano, na zona tardoz do

edifício. Um piso possui o comportamento de diafragma rígido quando tem a capacidade de

13

manter a sua forma em planta, não sofrendo variações de dimensões ou distorções quando

sujeito a acções horizontais. A principal vantagem de tais características consiste em se

conseguir a compatibilização dos deslocamentos horizontais, distribuindo assim as forças de

forma proporcional à rigidez dos elementos verticais resistentes. Assim, torna-se possível

controlar a distribuição dos esforços, evitando a ocorrência prematura das paredes. Do ponto

de vista da modelação numérica, existe a possibilidade de se criar modelos menos complexos,

e assim mais “leves”, através da redução do número de graus de liberdade do modelo de

análise.

Conquanto, a presença destes novos pavimentos de betão armado aumenta significativamente

a massa do edifício, afectando a sua resistência à acção sísmica. Os edifícios Placa não

possuem elementos verticais com capacidade suficiente para resistir ao corte e à flexão

quando submetidos à acção sísmica, nem permitem a transmissão das forças de inércia,

produzidas durante a ocorrência do sismo, sem a ocorrência de colapso (Sousa et al., 2006).

Os pavimentos de betão podem aumentar substancialmente a resistência global das

construções, desde que apresentem uma conveniente solidarização com os restantes

elementos estruturais. Caso contrário, a sua existência pode tornar o edifício mais vulnerável,

por exemplo, lajes rígidas com insuficiente transmissão podem colapsar facilmente devido à

perda de apoio nas paredes (Oliveira e Carvalho, 1982).

As paredes resistentes de alvenaria não têm, em geral, capacidade resistente suficiente de

deformação a acções perpendiculares ao seu plano, existindo, assim, a possibilidade de

ocorrência de colapso por deformação excessiva na direcção perpendicular ao seu plano. O

colapso para fora do plano, típico nos edifícios com paredes exteriores de alvenaria, pode ser

agravado nos edifícios Placa devido a valores mais elevados das forças de inércia ao nível dos

pisos, originadas pelo pavimento de betão armado.

Nos edifícios desta tipologia é possível verificar uma interrupção entre as lajes de piso e as

paredes de alvenaria que as suportam, causando assim uma deficiência no funcionamento dos

pisos como diafragmas rígidos nos seus planos, uma vez que a laje de betão não funciona

como uma laje contínua (Proença e Gago, 2011).

Nos edifícios Placa é frequente encontrar-se nos pisos de betão armado, para as condições de

serviço, problemas de excesso de deformabilidade, corrosão do aço das armaduras e

carbonatação do betão (Simões e Bento, 2012).

Para além disso, deve-se salientar o facto dos elementos de betão presentes nestes edifícios

serem construídos com betões de baixas a moderadas resistências (C20/25 no melhor dos

casos) e fracamente compactados. Estes elementos apresentam tanto dimensões mínimas,

como também percentagem de armadura mínima, revelando, no caso de ocorrência de um

14

sismo, problemas de deformação excessiva e deficiências estruturais. Em geral, as lajes

apresentam apenas uma camada de armadura para resistir aos momentos positivos e com aço

de varão liso de classe equivalente a A235NL, ou inferior. A utilização de varões lisos resulta

num mau comportamento das vigas e dos pilares face a acções sísmicas.

Frequentemente, os edifícios em questão encontram-se integrados em quarteirões,

melhorando ligeiramente o seu comportamento face a acções horizontais, através da

distribuição de esforços de uma forma global. Deste modo, as análises realizadas através da

modelação numérica deveriam ter em conta a interacção entre edifícios, já que existe a partilha

das paredes laterais construídas de blocos de cimento ou em betão armado. Para além disso,

a avaliação da vulnerabilidade sísmica de edifícios de alvenaria deveria ter em conta a sua

evolução construtiva, tendo incluído o levantamento das alterações estruturais realizadas e as

causas de degradação (Monteiro e Bento, 2012a).

De acordo com a bibliografia (Ravara et al., 2001), e de forma a melhorar o desempenho

sísmico deste tipo de edifícios, deve-se, em primeiro lugar, tentar diminuir as deficiências

estruturais presentes, corrigindo as alterações a que o edifício esteve sujeito. Posteriormente, é

importante melhorar a resistência à flexão das paredes, tanto no seu plano, como para fora

deste. Finalmente, em muitos casos, pode ser também necessário proceder à introdução de

elementos resistentes, como por exemplo paredes resistentes ou estruturas adicionais

metálicas.

Este tipo de edifícios não possui elementos verticais com capacidade suficiente para resistir ao

corte e à flexão na ocorrência de um sismo. Por outro lado, esta tipologia construtiva encontra-

se ainda a ser utilizada para habitação, sendo realmente importante melhorar a sua resistência

sísmica e aumento da sua segurança face a acções sísmicas. Como tal, uma possível técnica

de reforço estrutural a realizar nos edifícios Placa consiste na reposição ou no aumento da

resistência das paredes de alvenaria através da sua consolidação, a partir da injecção de

caldas de reforço. Esta solução de reforço será apresentada nos capítulos seguintes. As caldas

de reforço devem possuir determinadas características, de forma a ser possível realizar o

processo de injecção, assim como garantir alguma resistência ao elemento estrutural a injectar.

15

3. Definição e Avaliação de uma Calda para Consolidação de

Alvenarias Antigas

3.1. Introdução

O principal objectivo deste capítulo consiste na definição e avaliação de uma calda que possa

ser utilizada com sucesso no processo de consolidação de paredes de alvenaria de edifícios

antigos, como por exemplo os edifícios Placa. Portanto, procedeu-se ao desenvolvimento de

uma campanha experimental para seleccionar a composição da calda mais adequada a utilizar

no processo de reparação e reforço de alvenarias antigas. De salientar que, neste trabalho, as

paredes de monumentos não são consideradas como alvo, uma vez que se optou pelo recurso

de cimento como um dos ligantes da calda.

É importante referir que este trabalho encontra-se parcialmente integrado no projecto

“EPICIDADE – Desenvolvimento de Métodos de Reforço e de Análise Dinâmica Experimental

de Edifícios de Alvenaria”, desenvolvido pela empresa Teixeira Duarte, SGPS. Este projecto

destina-se a desenvolver métodos de reforço de edifícios de alvenaria antiga existentes, tendo

em vista a redução da sua vulnerabilidade sísmica.

3.2. Propriedades das Caldas de Injecção

As caldas utilizadas na consolidação de paredes de alvenaria devem preencher os vazios e

fissuras existentes, de forma a restabelecer ou incrementar a continuidade da parede,

contribuindo, deste modo, para um aumento das suas propriedades mecânicas, em particular a

sua resistência, através do restabelecimento de uma adequada distribuição de esforços. Para

além disso, a calda deve possuir capacidade de preenchimento das lacunas existentes entre

dois ou mais panos, de um muro ou parede, aumentando a coesão interna da argamassa

original do elemento.

Uma caracterização adequada das caldas, quer no estado fresco, como no estado endurecido,

deve ser realizada, assim como as paredes de alvenaria a injectar devem ser minuciosamente

avaliadas, tentando prevenir futuros problemas associados à execução de uma deficiente

injecção. Neste processo de avaliação existe necessidade de se proceder à análise das

condições da estrutura de alvenaria, antes e depois da injecção, bem como verificar as

condições de produção, as características da calda e a sua injectabilidade. Adicionalmente,

após a injecção da calda, deve ser verificado o incremento de resistência mecânica adquirido

para a parede de alvenaria.

16

Quando se realiza um processo de consolidação de paredes de alvenaria através da injecção

de caldas, existe necessidade de se avaliar os seguintes aspectos (Gil, 1994) (Modena et al.,

2002) (Van Rickstal, 2000):

Propriedades mecânicas da estrutura de alvenaria antes e após a injecção;

Preparação das paredes de alvenaria: escolha do esquema de furação, diâmetro e

profundidade;

Procedimento de produção da calda: sequência e tempo de mistura;

Composição da calda e sua estabilidade;

Injectabilidade e pressão necessária à injecção;

Propriedades mecânicas da calda após a injecção.

Relativamente às características da calda a injectar, devem ser avaliadas a estabilidade, a

injectabilidade e as propriedades mecânicas e físico-químicas.

A estabilidade da calda é a capacidade de permanecer homogénea, desde a produção até ao

término da injecção. A exsudação e a segregação são propriedades geralmente utilizadas no

estudo da estabilidade de caldas, uma vez que podem afectar a sua homogeneidade. De

acordo com Gil (1994) citando Miltiadou (1990), é considerado aceitável a ocorrência de uma

exsudação máxima de 5% já que, tendo em conta a porosidade da argamassa e das pedras

que constituem a parede, verifica-se a absorção de parte da água que compõe a calda, mas

não é aceitável a existência de segregação por afectar as propriedades mecânicas e o

comportamento reológico da calda.

A capacidade de injecção de uma calda depende principalmente do seu comportamento

reológico, o qual é essencialmente caracterizado pela tensão de corte inicial e pela viscosidade

plástica. A avaliação reológica de uma determinada mistura pode ser um problema complicado,

tendo em conta a possível ocorrência de fenómenos tixotrópicos, em que ao ser atingida a

tensão de corte inicial, o esforço ao longo do tempo para manter a velocidade do fluxo

constante vai diminuindo. Um dos factores preponderantes no comportamento reológico de

uma calda está relacionado com a fluidez, a qual pode ser avaliada através do tempo

necessário para escoar a mistura através de um funil padrão, ou através da determinação

absoluta da viscosidade dinâmica por recurso a viscosímetros rotativos normalizados. A fluidez

é um parâmetro essencial na determinação da pressão de injecção a utilizar e também no

conhecimento do tamanho máximo que devem possuir as partículas constituintes da calda, de

forma a ser possível a sua penetração e/ou preenchimento de todas as fissuras e cavidades

existentes na alvenaria.

A calda a utilizar deverá possuir propriedades mecânicas e químicas compatíveis com os

materiais constituintes da parede de alvenaria a intervir. É importante garantir a compatibilidade

de modo a que não seja colocada em causa a ductilidade da estrutura, uma vez que o objectivo

17

da injecção da calda passa pela obtenção de uma estrutura com a resistência e ductilidade

originais ou ligeiramente incrementadas. Existe necessidade de, ainda, se ter em conta a

aderência da calda aos materiais constituintes da parede de alvenaria, já que este parâmetro

garante que o conjunto funcione como um todo (calda e parede).

Algumas características são exigidas às caldas de injecção, nomeadamente fluidez suficiente

para que possa ser convenientemente injectada, uma boa penetração e difusão, e

simultaneamente quantidade de água mínima para que se reduzam os efeitos introduzidos na

parte interna da parede de alvenaria e se limite a retracção. As caldas necessitam possuir um

tempo de presa adequado ao método de aplicação da injecção, pois é necessário que a sua

presa ocorra no interior das paredes (o que requer um comportamento hidráulico por parte da

calda, uma vez que o contacto com o dióxido de carbono do ar necessário à carbonatação é

muito limitado), e a retracção deve ser ausente ou limitada. Não se deve verificar variação do

volume da calda quando se encontrar num meio húmido, devendo apresentar permeabilidade

ao vapor de água.

As características químicas, físicas e mecânicas das caldas não podem introduzir efeitos

prejudiciais, assim como a movimentação da água no estado líquido e a libertação e transporte

de sais solúveis das argamassas antigas (Rodrigues, 2004). A satisfação destes objectivos

conduz à necessidade de se conhecer as características dos materiais constituintes da

alvenaria e a sua composição (de forma a se evitar incompatibilidade química e física com a

calda), a percentagem, distribuição e interligação dos vazios existentes.

A injecção de caldas pode ser realizada tendo como objectivo a melhoria das características

intrínsecas da alvenaria (Appleton, 2003) e consiste na injecção de um calda fluída com ligante

à base de cimento, de cal ou de resinas orgânicas, em orifícios existentes ou previamente

realizados nas paredes, de forma a preencher as cavidades, sejam elas fissuras ou vazios

interiores.

A injecção é então, entre outras técnicas, um método de consolidação utilizado para superar a

deterioração estrutural. A introdução na parede de alvenaria de um ligante na forma líquida irá

preencher as fendas e os vazios visíveis e não visíveis (Ignoul et al., 2005), quer se tratem de

vazios do material de enchimento, ou vazios das unidades de alvenaria (pedra) (Perret et al.,

2003). Quando se obtém um bom preenchimento dos orifícios ou fendas, e sobretudo, uma boa

ligação entre todos os constituintes, a capacidade de carga do edifício melhora

significativamente após o endurecimento do ligante introduzido. Esta técnica de reforço é

considerada irreversível e “passiva”, já que não engloba operações que alterem o equilíbrio de

forças de imediato. O aspecto original exterior das paredes é mantido, pelo que é uma solução

frequentemente utilizada em edifícios de reconhecido de valor artístico e/ou arquitectónico,

sempre que exista necessidade de uma intervenção e preservação do aspecto original (Roque,

2002).

18

Comparativamente com outras técnicas, a injecção de caldas é a que melhor eficácia tem

demonstrado no reforço de alvenarias de pedra, particularmente em parede de secção

composta (Valluzzi, 2000). Os estudos realizados sobre as técnicas de injecção têm incidido

mais em paredes de alvenaria antiga de três panos, tendo em conta que alguns autores

(Vintzileou e Tassios, 1995) (Toumbakari et al., 2003) consideram que são paredes mais

apropriadas para aplicação desta técnica.

Apesar de a consolidação, com este tipo de materiais, para a estabilização e reforço de

estruturas, constituir uma das soluções possíveis, existem, como qualquer outra técnica,

desvantagens associadas. Assim, os principais problemas relacionados com o uso desta

técnica são (Binda et al., 2006):

Pouco conhecimento da distribuição de vazios no interior da parede;

Dificuldade de penetração da calda em aberturas inferiores a 2-3mm, mesmo quando

se utilizam ligantes microfinos;

Presença simultânea de vazios de pequenas e grandes dimensões, dificultando a

escolha da distribuição granulométrica do material de injecção;

Segregação e retracção elevadas da calda devido a valores de absorção altos dos

materiais existentes na parede;

Dificuldade em injectar calda quando se está na presença de materiais siliciosos ou

argilosos;

Necessidade de injectar a pressões baixas de forma a eliminar a presença de ar nas

fendas e vazios, e evitar também a rotura da parede.

Tendo o intuito de minimização de tais problemas, um diagnóstico cuidado e uma análise

estrutural pormenorizada, assim como a caracterização física e química das paredes, deverão

ser previamente realizados. Existe a possibilidade de realização de ensaios não destrutivos,

efectuados in situ, como os ensaios sónicos, antes e depois da injecção, de forma a detectar a

penetração e difusão da calda. Também se aconselha a realização de ensaios de macacos

planos, antes e após a intervenção, para a verificação da sua eficácia.

A injecção de caldas não se mostra eficaz quando aplicada em alvenaria demasiado danificada

e fraca, tendo sido bem-sucedida em alvenarias onde existe uma rede comunicante entre os

vazios e em que o índice de vazios está compreendido entre os 2% e os 15% (Binda et al.,

2003). Segundo Valluzi (2000), abaixo de 2%, ou segundo Binda et al. (2006), de 4%, os

resultados são geralmente fracos, salvo os casos em que a percentagem corresponda à

presença de vazios de grande dimensão. Na ausência de tais condições, verifica-se que a

injecção não é aplicável ou torna-se pouco eficaz, existindo necessidade de recorrer a técnicas

combinadas ou alternativas (Valluzzi, 2000).

19

Na maior parte dos casos, os vazios não são directamente acessíveis pelo exterior, pelo que

haverá que atingi-los com furos ligeiramente inclinados para baixo e adequadamente dispostos.

Sempre que possível, a injecção deve ser realizada nos dois lados da parede em orifícios não

coincidentes nas duas faces, em paredes com espessuras de 70 a 80cm (Silva, 2008) e,

preferencialmente, ao longo de fendas existentes, promovendo o total preenchimento da

parede com calda. Relativamente aos furos, existem três parâmetros fundamentais a ter em

conta: a profundidade, a localização e o diâmetro. A profundidade deverá estar compreendida

entre cerca de 2/3 e 3/4 da espessura da parede (Silva, 2008). O número de orifícios por metro

quadrado e o modo como são distribuídos deverá ser de tal modo que cubra a maior área

possível (Van Rickstal, 2001) (Valluzzi, 2000). A distribuição geométrica deve seguir os vértices

dos triângulos de uma malha de triângulos equiláteros de forma a cobrir a maior área de

parede, tanto quanto possível, pois deve-se evitar furar as unidades de alvenaria. A distância

entre dois orifícios de injecção consecutivos depende do tipo e espessura da alvenaria, assim

como dos danos que ela apresenta. Estes parâmetros influenciam de igual modo o diâmetro

dos furos, onde são aplicados, em geral, tubos plásticos transparentes de cerca de 10mm de

diâmetro, através dos quais a calda é injectada. Nos casos em que não existe possibilidade de

remover o reboco, os orifícios poderão possuir diâmetro entre 1 e 10mm (Vintzileou, 2006).

Quando se tratam de estruturas muito vulneráveis, do ponto de vista mecânico, a injecção das

caldas não deverá ser realizada numa altura superior a 1 metro/dia, de forma a evitar

excessivas pressões hidrostáticas das caldas, as quais poderiam provocar danos na estrutura

(Vintzileu, 2006). No caso da solução mais utilizada, isto é, injecção de calda sob pressão, a

pressão deve situar-se entre os 0,7 e 1,5 atm, devendo ser calibrada a qualquer momento de

acordo com as características da alvenaria que está a ser injectada, uma vez que se deve

evitar o movimento de materiais soltos ou o aparecimento de fendas. Os métodos de aplicação

sofreram modificações ao longo dos anos, ajustando a pressão ou a distância entre injectores,

relativamente às características da parede (Binda et al., 2006), os quais variaram entre a

injecção por gravidade com técnicas de colocação manual e por gravidade, até ao uso de

técnicas de injecção sob pressão que incluem bombas manuais ou eléctricas, pressão

gaseificada e, inclusive, sistemas de vácuo (Luso, 2012). As soluções a adoptar dependem das

características da alvenaria e da própria calda, sendo que em paredes fortemente degradadas

é preferível a opção da injecção manual ou por gravidade (Roque, 2002), mas geralmente

adopta-se uma solução sob pressão.

Qualquer que seja o método adoptado, a injecção deve ser efectuada por empresas

especializadas com operários experientes e equipamentos adequados para a produção e

colocação das caldas de uma forma efectiva e segura. O processo de injecção deverá seguir

uma série de procedimentos prévios comuns a outras técnicas de reforço, que ditarão a

obtenção de bons resultados, tais como (Silva, 2008):

20

Remoção cuidadosa dos rebocos e revestimentos existentes;

Limpeza adequada ao estado de degradação da parede;

Refechamento de juntas e selagem de fendas com argamassas compatíveis.

Contudo, existem outros factores que também desempenham um papel fundamental na

eficácia deste método, como:

As condições da superfície da pedra a injectar influenciam muito o tempo de injecção e

a aderência entre a parede e a calda, com a presença de pó, evitando um bom

resultado (Luso, 2012);

No caso de existirem materiais finos soltos na base da parede não é possível realizar

qualquer injecção, pelo menos com pressões baixas (Binda et al., 1993);

As características das misturas utilizadas e suas propriedades mecânicas,

fundamentalmente de aderência ao suporte;

A capacidade de injecção da calda é também influenciada pela compatibilidade entre

esta e a parede a reparar.

Os bons resultados desta técnica são obtidos apenas quando os materiais a injectar são

compatíveis com elementos tão heterogéneos como são as paredes de alvenaria de pedra, isto

é, sem causar grandes alterações na estrutura e no meio onde vão ser aplicados. O uso de

uma calda não compatível com o meio onde vai ser aplicada poderá provocar o aparecimento

de nova deterioração relacionada com o comportamento mecânico ou por reacções químicas

com os materiais existentes (Perret et al., 2003). Esta situação pode colocar em risco tanto o

efeito consolidante pretendido, como ainda as condições de estabilidade que existiam antes de

se proceder à injecção (Henriques, 1991). Um obstáculo que se coloca a esta técnica está

relacionado com a definição da composição de uma calda compatível com as características do

suporte, tendo em conta a influência dos diversos parâmetros envolvidos que caracterizam as

paredes, sendo exemplos: a forma e dimensões das pedras; a composição química; a

porosidade; a capacidade de absorção; a percentagem de vazios; a dimensão e o grau de

comunicação dos vazios; entre outros (Luso, 2012).

A utilização recorrente deste método conduziu, nos últimos anos, ao desenvolvimento de novos

materiais com propriedades específicas, como o baixo teor de sais e agregados ultra-finos

(Binda et al., 2006) e, ainda ao surgimento de produtos comerciais de fácil utilização, que têm

vindo a ser objecto de estudo por alguns investigadores.

21

3.3. Caracterização Experimental da Calda

3.3.1. Considerações Iniciais

A formulação da calda tem como princípio o uso de materiais facilmente disponíveis no

mercado, privilegiando a utilização de cal como ligante principal. Esta calda tem como ligante

também o cimento, de forma a se obter valores superiores de resistência à compressão,

tentando-se evitar o recurso a adjuvantes.

O trabalho experimental relativo à avaliação da calda foi realizado maioritariamente no

Laboratório de Materiais (LM) da empresa Teixeira Durante, no Montijo, à excepção do ensaio

de avaliação da capacidade de injecção sob pressão, o qual se realizou nos Laboratórios de

Construção (LC) e de Estruturas e Resistência dos Materiais (LERM) do Instituto Superior

Técnico, em Lisboa.

3.3.2. Aferição da Composição da Calda

Os materiais utilizados na formulação das caldas são de fácil aquisição, uma vez que se

encontram à venda a saco por empresas especializadas na área da construção civil. Na

definição desta calda utilizou-se a cal hidráulica natural NHL5 e o cimento pozolânico CEM IV/B

32,5R, ambos da Secil. As fichas técnicas dos produtos encontram-se no Anexo I.

A formulação das caldas estudadas foi estabelecida através da definição de relações

água/ligante (a/l) que permitam a obtenção de misturas com uma fluidez inicial, avaliada pelo

método do cone, correspondente a tempos de escoamento próximos de 10±2 segundos. Esta

opção teve por base diversos projectos de investigação, nomeadamente o desenvolvido por

Almeida et al. (2012a, 2012b), realizados a caldas de injecção para reforço de alvenarias

antigas, onde se concluiu que uma calda com tempos de escoamento muito superiores a 12

segundos dificilmente será injectável (Brás, 2011) (Brás e Henriques, 2012) (Gonçalves, 2013)

(Roussel, 2007) (Roussel e Le Roy, 2005) e (Valluzzi, 2005). Para caldas com tempos de

escoamento, medidos logo após a produção da calda, próximos do valor proposto, procede-se

à restante caracterização da calda no estado fresco (método do espalhamento, exsudação e

variação de volume), de forma a respeitar os limites definidos nas normas.

Quando se obtém características aceitáveis no estado fresco, serão produzidos provetes

prismáticos, para que seja possível a sua caracterização no estado endurecido,

nomeadamente no que diz respeito à resistência à compressão da calda.

De referir que os requisitos definidos tiveram por base estudos realizados a caldas de injecção,

como por exemplo (Almeida et al., 2012), (Brás, 2011), (Gonçalves, 2013), (Toumbakari, 2002),

(Valluzzi, 2000), (Van Rickstal, 2001), visto não existir normalização especifica correspondente

22

à caracterização de caldas de injecção destinadas à consolidação de alvenarias antigas.

Assim, o estudo teve por base normas e procedimentos aplicáveis em outros domínios,

nomeadamente no âmbito de estudo de caldas para injecção de bainhas de pré-esforço.

O estudo teve início na elaboração de cinco misturas distintas, de modo a entender o

comportamento dos diferentes materiais utilizados. Uma primeira composição contendo apenas

a cal hidráulica como ligante, uma segunda possuindo apenas cimento como ligante, sendo as

restantes três composições com ambos os materiais como ligantes, apresentando traços de

1:1, 1:2 e 2:1 (cimento:cal). Estas caldas foram submetidas aos diversos ensaios, nos quais se

verificaram resultados satisfatórios, relativamente às características no estado fresco, com

relações a/l consideradas elevadas, cerca de 0,70. Porém, no que diz respeito à resistência à

compressão, não se obteve valores próximos do objectivo (aproximadamente 20MPa). Desta

forma, foi possível constatar, tal como seria de esperar, ser fundamental a adição de

superplastificantes.

Neste caso, existe a necessidade de recorrer a adjuvantes que permitam reduzir

significativamente a relação a/l, obtendo resultados satisfatórios relativamente ao tempo de

escoamento medido no ensaio da fluidez, e consequentemente produzir caldas com maiores

valores de resistência à compressão. O superplastificante utilizado trata-se do Viscocrete 225

da Sika, sendo possível a consulta da respectiva ficha técnica no Anexo I.

Numa fase seguinte procedeu-se à combinação dos diferentes materiais, tentando ajustar a

percentagem de adjuvante a cada composição, de forma a obter os resultados pretendidos no

que diz respeito ao tempo de escoamento. Novamente, após tais resultados procedeu-se à

elaboração de provetes de forma a tomar conhecimento da resistência à compressão. Note-se

que nesta fase manteve-se uma relação a/l de 0,45.

Após a produção e ensaios a quase 30 caldas em laboratório, obteve-se apenas uma

composição de calda capaz de respeitar todos os requisitos já referidos. Esta calda possui um

traço 1:1, no que diz respeito a cal hidráulica e cimento, 0,2% de adjuvante e uma relação a/l

de 0,45, sendo a calda que se irá estudar na campanha experimental que se descreve de

seguida. Note-se que os resultados obtidos durante a campanha para a definição da

composição da calda estão apresentados no Anexo II.

3.3.3. Descrição do Plano de Ensaios

As caldas produzidas foram submetidas a diversos ensaios, de forma a se proceder à sua

caracterização tanto no estado fresco, como no estado endurecido.

A caracterização das caldas no estado fresco envolve a avaliação da fluidez, massa volúmica,

exsudação e variação de volume. A caracterização das caldas no estado endurecido teve por

base a avaliação de provetes prismáticos (4 cm x 4 cm x 16 cm).

23

A avaliação qualitativa da capacidade de injecção da calda seleccionada, quer por gravidade,

quer sob pressão, é também realizada. Estes ensaios têm como objectivo o conhecimento da

calda no que diz respeito ao seu comportamento no interior de um meio poroso, tentando

recriar o interior de uma parede de alvenaria de pedra.

3.3.4. Produção das Caldas

Dada a ausência de normalização específica, o modo de preparação das caldas em laboratório

é bastante variável. Como tal, e de forma a evitar a eventual variabilidade inerente ao processo

de produção das caldas, todas elas foram produzidas nas mesmas condições de mistura.

Com o objectivo de tentar simular o procedimento adoptado em obra, em laboratório o

processo de mistura das caldas foi realizado através de uma vareta de agitação acoplada a um

berbequim, com uma velocidade de rotação de 2700rpm. Os constituintes secos, previamente

misturados, foram adicionados sucessivamente à totalidade de água colocada no recipiente de

mistura, procedendo-se de imediato à agitação da mistura, com velocidade de rotação do

berbequim constante, por um período não inferior a 3 minutos, até se obter uma calda fluida e

completamente homogénea (Figura 3.1).

Figura 3.1 – Equipamento utilizado para a produção das caldas: berbequim com a vareta misturadora acoplada.

3.3.5. Caracterização das caldas no estado fresco

A caracterização das caldas no estado fresco consistiu na avaliação da:

Massa volúmica, segundo a norma NP EN 445 (2008);

Fluidez, através dos métodos do cone e do espalhamento, segundo o prescrito na

norma NP EN 445 (2008);

24

Exsudação e variação de volume, através do ensaio com mecha, segundo a norma NP

EN 445 (2008);

Capacidade de injecção de calda por gravidade e sob pressão, em meio poroso.

3.3.5.1. Determinação da massa volúmica

A determinação da massa volúmica das caldas preparadas neste trabalho foi efectuada de

acordo com o preconizado na norma NP EN 445 (2008), a qual prevê que esta propriedade nas

caldas de injecção para armaduras de pré-esforço seja estimada pelo quociente entre a massa

e o volume da calda no estado fluido. A norma citada refere numa nota que uma “balança para

lama” constitui um equipamento aceitável para a determinação da massa volúmica. Neste

trabalho, para a determinação desta propriedade, recorreu-se a um aparelho de equilíbrio,

designado em inglês por Mud Balance, da marca Fann, modelo 140 (Figura 3.2).

Figura 3.2 – Equipamento utilizado para a avaliação da massa volúmica das caldas.

O aparelho utilizado permite uma leitura directa da massa volúmica, dispondo de uma escala

graduada em g/cm3, não havendo necessidade de se proceder a qualquer cálculo para a

determinação da massa volúmica.

Tendo em conta que o equipamento encontra-se verificado e devidamente calibrado, procedeu-

se à introdução da calda no recipiente, tapando-o, em seguida, de modo a permitir a remoção

do excesso de calda pela purga. Após a limpeza da superfície externa do equipamento com um

pano, procede-se à leitura do valor da massa volúmica indicado pelo marcador de registo.

3.3.5.2. Avaliação da fluidez

a) Método do Cone

A avaliação da fluidez pelo método do cone foi realizada de acordo com o preconizado na

norma NP EN 445 (2008), onde se obtém o tempo necessário para escoar 1L de calda através

do orifício de um molde tronco-crónico normalizado, Figura 3.3.

25

Para a realização deste ensaio foi utilizado um cone com dimensões normalizadas, um suporte

de fixação do cone (Figura 3.4), um cronómetro com precisão de ±0,1s e um recipiente

cilíndrico graduado com uma capacidade de 1000mL.

Figura 3.3 – Geometria do cone (NP EN 445, 2008).

Figura 3.4 – Equipamento utilizado na avaliação da fluidez das caldas pelo

método do cone.

O cone é introduzido no respectivo suporte com o eixo na vertical e com o recipiente graduado

sob a saída do cone, dispondo-se o conjunto de forma fixa para evitar a vibração durante a

colocação da calda no interior do cone. As superfícies internas do cone foram limpas e

humedecidas. Note-se que no topo do cone foi colocado um peneiro pelo qual a calda foi

forçada a passar, de modo a reter os grumos que eventualmente se tivessem formado.

A avaliação da fluidez foi efectuada imediatamente após a produção da calda (t0) e 30 minutos

após a realização da mesma (t30), de modo a verificar o requisito estabelecido na norma NP EN

447 (2008), a qual estabelece que a fluidez não deverá variar mais do que 20% entre os dois

instantes referidos. Durante o intervalo de tempo compreendido entre t0 e t30, a calda foi

mantida em movimento, em velocidade lenta. De referir que, segundo a mesma norma, o

tempo de escoamento imediatamente após a amassadura (t0) não deve ser superior a 25s.

b) Método do espalhamento

A avaliação da fluidez pelo método do espalhamento foi efectuada de acordo com o definido na

norma NP EN 445 (2008), onde se obtém o diâmetro da calda espalhada numa superfície

plana de aço polido. Este ensaio permite determinar a fluidez de caldas tixotrópicas.

26

Para a realização deste ensaio foi necessário um molde metálico, conforme o disposto na NP

EN 445 (2008), isto é, com as dimensões apresentadas na Figura 3.5, e uma superfície plana

metálica com diâmetro de 300 mm (Figura 3.6).

Figura 3.5 – Esquema e dimensões do equipamento utilizado no método do

espalhamento: 1 – cilindro; 2 – placa lisa (NP EN 445, 2008).

Figura 3.6 – Molde cilíndrico e superfície plana utilizada no método

do espalhamento.

Este ensaio inicia-se com a colocação do molde metálico no centro da superfície plana, sendo

posteriormente preenchido com calda até ao bordo superior. De seguida, procede-se ao

levantamento do molde de forma uniforme. Após a remoção do molde, realiza-se a medição do

espalhamento em quatro direcções (Figura 3.7).

a) Enchimento do tubo

metálico com calda.

b) Levantamento do molde

metálico de forma uniforme.

c) Medição do espalhamento em

quatro direcções.

Figura 3.7 – Execução do método de espalhamento.

O valor do espalhamento é determinado através do cálculo da média dos quatro valores de

espalhamento medidos.

Tal como a fluidez avaliada pelo método do cone, a avaliação da fluidez através do método do

espalhamento é realizada imediatamente após a produção da calda (a0) e 30 minutos depois

(a30), de modo a verificar o requisito estabelecido na norma NP EN 447 (2008), a qual

estabelece que a fluidez não deverá variar mais do que 20% entre os dois instantes referidos, e

que nenhum dos espalhamentos medidos, nesses mesmos instantes, deverá ser inferior a

140mm.

27

3.3.5.3. Avaliação da exsudação e da variação de volume

A avaliação da variação de volume e da exsudação das caldas teve por base o método da

mecha preconizado na norma NP EN 445 (2008), destinado à avaliação de caldas de injecção

para bainhas de pré-esforço, tendo em conta que não existem especificações deste ensaio

para o tipo de caldas em estudo. Neste caso, foram utilizadas provetas de menores dimensões

(Figura 3.8), que as especificadas na norma, uma vez que não se utilizou fios de aço para pré-

esforço no interior da proveta, não fazia sentido desperdiçar demasiado material realizando os

ensaios em provetas de grandes dimensões.

Figura 3.8 – Proveta graduada com capacidade de 500mL utilizada na avaliação da exsudação e variação de volume das caldas.

A exsudação é medida através do volume de água que permanece no topo da calda ao fim de

3 horas em repouso e com a evaporação impedida. No que diz respeito à variação de volume

da calda, esta é analisada pela diferença, em percentagem do volume de calda, entre o início

do ensaio (t0) e o fim do ensaio (t1440), após 24 horas.

O ensaio tem início com a colocação da proveta graduada na vertical, num local plano e isento

de vibrações, a qual é preenchida com calda e selada no topo da proveta com película

aderente, de forma a impedir a evaporação da água durante o período de ensaio. Regista-se a

altura inicial de calda (h0) e a hora a que o ensaio teve início (t0).

O registo da altura de calda (hg) e da água exsudada (hw), tal como é possível visualizar na

Figura 3.9, foi realizado em intervalos de 15min na primeira hora (t15, t30, t45 e t60), e

posteriormente decorridas 2h (t120), 3h (t180) e 24h (t1440). A exsudação e a variação de volume

das caldas são expressas, em percentagem, por:

100Exsudação0

h

hw (3.1)

28

100volume de Variação0

0

h

hhg (3.2)

Onde:

h0 – altura da calda no início t0, em mm;

hg – altura da calda num dado instante t, em mm;

hw – altura da água exsudada num dado instante t, em mm.

Figura 3.9 – Pormenor da exsudação.

De acordo com a norma NP EN 447 (2008), a exsudação da calda, determinada pelo método

de mecha, não deve exceder os 0,3% do volume inicial da calda após 3 horas de repouso.

Segundo o preconizado na norma referida, a exsudação deverá ser suficientemente baixa de

forma a evitar excessiva segregação e sedimentação dos produtos presentes nas caldas. No

que diz respeito à variação de volume, a norma NP EN 447 (2008) refere que esta deverá estar

compreendida no intervalo [-1% ; +5%], após 24h da calda em repouso.

3.3.5.4. Avaliação da capacidade de injecção

De forma a avaliar a influência das características da calda no estado fresco, em particular no

que diz respeito à sua penetrabilidade da mesma num meio poroso, procedeu-se à avaliação

da capacidade de injecção da calda através de dois ensaios distintos.

A primeira metodologia a seguir consistiu num processo de injecção por gravidade em provetes

cúbicos, previamente preenchidos com uma mistura granulométrica de agregados (Sequeira,

2012). Quanto à segunda metodologia utilizada, a avaliação da capacidade de injecção foi

realizada tendo por base o prescrito na norma Francesa NF P 18-891 e em trabalhos de

investigação desenvolvidos neste domínio (Almeida et al., 2012) (Brás e Henriques, 2012)

(Luso, 2012) (Van Rickstal, 2000) (Toumbakari, 2002).

29

a) Processo de injecção por gravidade

Para a avaliação da injecção da calda por gravidade, foi realizada uma selecção da mistura

granulométrica tendo em conta o número de vazios e a disponibilidade de agregados presentes

em laboratório. De acordo com trabalhos já realizados (Sequeira, 2012), optou-se por uma

mistura de dois tipos de britas calibradas disponíveis (Figura 3.10). A Brita 1 é constituída por

agregados com dimensões compreendidas entre 6mm e 12mm, sendo a Brita 2 composta por

agregados de dimensões compreendidas entre 12mm e 20mm. As fichas correspondentes às

análises granulométricas destes materiais são apresentadas no Anexo III. De forma a se obter

um menor volume de vazios, optou-se neste trabalho por considerar cerca de 70% da Brita 1 e

30% da Brita 2. De referir que a compactação dos provetes cúbicos previamente preenchidos

foi efectuada manualmente através do processo de apiloamento.

a) Brita 1 (6-12mm).

b) Brita 2 (12-20mm).

Figura 3.10 – Britas utilizadas no ensaio da avaliação da injectabilidade por gravidade.

Nesta fase, foi produzida uma maior quantidade de calda, de modo a garantir homogeneidade

nas diversas injecções de calda. Nesse caso, procedeu-se à produção de cerca de 11L de

calda, recorrendo para tal a um berbequim acoplado de uma vareta de maiores dimensões

(Figura 3.11). O processo de produção foi semelhante ao descrito anteriormente, isto é,

introduziram-se os constituintes secos, previamente misturados, de forma sucessiva à

totalidade de água colocada no recipiente de mistura, procedendo-se de imediato à agitação da

mistura por um período de 5 minutos.

Tendo por objectivo a garantia de condições repetitivas de preenchimento dos cubos com calda

injectada por gravidade, optou-se por adoptar os dispositivos utilizados na avaliação da fluidez

das caldas através do método do cone (cone e respectivo suporte), tal como é possível verificar

na Figura 3.12.

A quantidade de calda injectada foi estimada através da medição de volume de calda

introduzido no cone e da observação do processo de injecção.

30

A desmoldagem dos provetes foi realizada passadas 72 horas. Os moldes cúbicos foram

dispostos nas condições de cura apresentadas de seguida (temperatura de 20±2ºC e humidade

relativa de 95±5%) até aos 28 dias de idade. Aos 7 dias de idade procedeu-se à avaliação da

resistência à compressão de um dos provetes cúbicos, sendo os restantes dois provetes

avaliados aos 28 dias de idade.

Figura 3.11 – Sistema de produção de maiores quantidades de calda.

Figura 3.12 – Sistema adoptado no processo de injecção das caldas por

gravidade.

b) Processo de injecção a baixa pressão

A avaliação da injectabilidade a baixa pressão foi realizada recorrendo a moldes cilíndricos

com 42mm de diâmetro interno e 330mm de altura, previamente preenchidos com agregados

de pequenas dimensões. A calda é injectada através de um reservatório, dotado de uma

válvula reguladora de pressão e de um manómetro de controlo, ligado a uma rede de ar

comprimido. Este reservatório encontra-se ligado à parte inferior do molde cilíndrico através de

um tubo flexível com um diâmetro de 15mm. Relativamente à purga, esta é realizada pela parte

superior da coluna de injecção, através de um tubo flexível semelhante ao que estabelece a

ligação entre o reservatório e a coluna. Todo o esquema de ensaio encontra-se representado

na Figura 3.13.

O interior da coluna de injecção foi preenchido com diferentes misturas granulométricas

constituídas por partículas de dimensões calibradas, tentando materializar-se o meio poroso

através do qual se tem por objectivo avaliar a maior ou menor facilidade de escoamento da

calda. Neste caso, foram testadas duas misturas granulométricas, uma delas proveniente do

fraccionamento de uma areia de rio, com dimensões compreendidas entre 2mm e 4mm, e outra

de uma brita, de dimensões superiores (4-6,3mm). O preenchimento do molde cilíndrico foi

efectuado com compactação de 15 pancadas distribuídas uniformemente em toda a altura da

coluna de injecção.

31

Figura 3.13 – Esquema de ensaio utilizado para a avaliação da capacidade de injecção de calda sob pressão.

Neste ensaio, procedeu-se à injecção de três moldes cilíndricos para cada tipo de mistura

granulométrica. Para a injecção de cada coluna, foram produzidos 2,38L de calda, através do

processo de produção já descrito. A não produção de maiores quantidades de calda, à

semelhança do que foi realizado para a avaliação da capacidade de injecção por gravidade,

deveu-se a diversos factores, principalmente ao limite da capacidade de volume do

reservatório, mas também ao considerável intervalo de tempo existente em cada injecção.

A desmoldagem dos provetes foi realizada 72 horas após o processo de injecção. Os moldes

cilíndricos foram dispostos nas condições de cura apresentadas na secção seguinte

(temperatura de 20±2ºC e humidade relativa de 95±5%) até aos 28 dias de idade. À

semelhança do que foi realizado tanto para os provestes prismáticos, como para os provetes

cúbicos, procedeu-se à avaliação da resistência à compressão de um dos provetes, de cada

mistura granulométrica, aos 7 dias de idade, sendo os restantes provetes avaliados aos 28 dias

de idade. Aproveitando a geometria dos provetes, avaliou-se a resistência à compressão

diametral.

3.3.6. Condições de Cura

As condições de cura adoptadas encontram-se preconizadas na norma NP EN 445 (2008),

uma vez que se destinam ao estudo de caldas de injecção com componente de cimento. Deste

modo, a cura das caldas foi realizada num ambiente caracterizado por uma humidade relativa

de 95±5% e uma temperatura de 20±2ºC, durante as primeiras 24 horas, após as quais se

efectua a desmoldagem, sendo os provetes posteriormente conservados numa câmara

saturada (Figura 3.14). Os provetes prismáticos foram conservados num recipiente com água

após a sua desmoldagem (Figura 3.15).

32

De salientar que os moldes, antes de serem preenchidos com calda, foram cuidadosamente

limpos e vedados com recurso a vaselina, de forma a evitar perda de água das caldas, sendo

posteriormente aplicado óleo mineral nas suas superfícies, para auxiliar a desmoldagem e

manter a integridade superficial das faces dos provetes. Após o preenchimento dos moldes,

procedeu-se à sua protecção com uma placa de acrílico, até à desmoldagem dos provetes.

Figura 3.14 – Aspecto dos provetes cúbicos presentes na câmara

saturada.

Figura 3.15 – Recipiente com água, onde são colocados os provetes prismáticos, na câmara saturada.

3.3.7. Caracterização das Caldas no Estado Endurecido

A caracterização das caldas no estado endurecido foi realizada através da avaliação das suas

características mecânicas, aos 7 e aos 28 dias de idade. Para este efeito, utilizaram-se os

provetes prismáticos de calda (40mm x 40mm x 160mm), os provetes cúbicos (150mm)

previamente preenchidos com agregado e injectados por gravidade com calda, e os provetes

cilíndricos (ϕint=42mm; h=330mm) resultantes da avaliação da capacidade de injecção sob

pressão.

A caracterização mecânica realizada teve por base a determinação da tensão de rotura à

compressão em todos os provetes anteriormente referidos, na avaliação da tensão de rotura à

flexão, em provetes prismáticos, e na estimativa, no caso dos provetes cilíndricos, da tensão de

rotura diametral.

3.3.7.1. Tensão de rotura à flexão e à compressão de provetes prismáticos

A avaliação da tensão de rotura à flexão e à compressão das caldas teve por base o

preconizado na norma NP EN 445 (2008), de acordo com a qual os ensaios devem ser

executados em conformidade com o protocolo descrito na norma NP EN 196-1 (2006). O

método de avaliação dos valores destas resistências mecânicas consiste, em primeiro lugar, na

realização do ensaio à flexão, através da aplicação progressiva de uma força crescente a meio

vão do provete até atingir a sua rotura por flexão, originando, deste modo, dois “meios”

paralelepípedos de dimensões 40mm x 40mm x 80mm (Figura 3.16). Estes “meios”

paralelepípedos são posteriormente ensaiados à compressão através da aplicação de uma

33

força e registando o valor máximo suportado (Figura 3.17). Para a realização destes ensaios foi

utilizado o equipamento apresentado na Figura 3.18.

Figura 3.16 – Avaliação da resistência à flexão.

Figura 3.17 – Avaliação da resistência à compressão.

A tensão de rotura à flexão é determinada através da seguinte expressão:

(MPa) 5,13b

LFmáx

f

(3.3)

Onde:

f – tensão de rotura à flexão (MPa);

máxF – força de rotura à flexão, a qual corresponde ao valor de pico registado pela

máquina (N);

L – distância entre os apoios cilíndricos de apoio do provete (mm);

b – largura do prisma (mm).

Figura 3.18 – Equipamento utilizado nos ensaios de avaliação de resistência à compressão e flexão dos provetes prismáticos.

34

No que diz respeito à tensão de rotura à compressão, esta é dada pelo quociente entre a força

e a área de aplicação de carga (40mm x 40mm), através da seguinte expressão:

(MPa) 2b

Fmáx

c (3.4)

Onde:

c – tensão de rotura à compressão (MPa);

máxF – força de rotura à compressão, a qual corresponde ao valor de pico registado pela

máquina (N);

b – largura do prisma (mm).

3.3.7.2. Tensão de rotura à compressão de provetes cúbicos

Os provetes produzidos na realização do estudo da avaliação da injectabilidade por gravidade

das caldas, foram utilizados para determinar quantitativamente a resistência mecânica das

caldas quando utlizadas numa situação concreta de injecção.

O ensaio de determinação da tensão de rotura à compressão foi realizado de acordo com a

norma NP EN 12390-3 (1999), tendo sido necessário utilizar uma balança e uma prensa

hidráulica, em conformidade com o descrito na norma EN 12390-4 (Figura 3.19). Os provetes

cúbicos são ensaiados à compressão através da aplicação de uma força e registando o valor

máximo suportado (Figura 3.20).

Figura 3.19 – Equipamento utilizado na avaliação da resistência à compressão dos

provetes cúbicos.

Figura 3.20 – Avaliação da resistência à compressão.

35

A tensão de rotura à compressão dos provetes é determinada, à semelhança do descrito

anteriormente, a partir do quociente entre a força registada e a área do provete (150mm x

150mm), através da seguinte expressão:

(MPa) 2,

b

Fmáx

cuboc (3.5)

Onde:

cuboc, – tensão de rotura à compressão (MPa);


máquina (N);

b – largura do provete cúbico (mm).

3.3.7.3. Tensão de rotura à compressão e à compressão diametral dos provetes

cilíndricos

Para a determinação das tensões de rotura à compressão e à compressão diametral, cada

provete cilíndrico foi cortado, com recurso a uma serra circular, obtendo-se dois cilindros com

10cm de altura e outros dois com 5cm de altura.

A determinação da tensão de rotura à compressão dos provetes cilíndricos, com 5cm de altura,

foi realizada com recurso à prensa hidráulica, de funcionamento manual, apresentada na

Figura 3.21. Esta prensa foi adaptada aos ensaios, uma vez ser geralmente utilizada para a

avaliação da resistência à compressão de provetes prismáticos. O provete cilíndrico a ensaiar é

disposto na vertical, tal como é possível verificar na Figura 3.22.

Figura 3.21 – Equipamento utilizado na avaliação da resistência à compressão e à compressão

diametral dos provetes cilíndricos.

Figura 3.22 – Avaliação da resistência à compressão dos

provetes cilíndricos.

36

A tensão de rotura à compressão é determinada, uma vez mais, pelo quociente entre a força e

a área do provete à qual é transmitida a força, segundo a seguinte expressão:

(MPa)

4

2,D

Fmáx

cilindroc

(3.6)

Onde:

cilindroc, – tensão de rotura à compressão (MPa);


máquina (N);

D – diâmetro da secção do provete cilíndrico (mm).

A determinação da tensão de rotura à compressão diametral dos provetes cilíndricos com

10cm de altura, o qual permite estimar a resistência à tracção dos materiais, foi realizada com

recurso à mesma prensa hidráulica utilizada para a avaliação da resistência à compressão.

Esta prensa foi novamente adaptada aos ensaios, já que o provete cilíndrico a ensaiar é

disposto agora na horizontal, tal como é possível verificar na Figura 3.23.

A tensão de rotura à compressão diametral é determinada pelo quociente entre o dobro da

força e a área do provete à qual é transmitida a força, através da seguinte expressão:

(3.7)

Onde:

– tensão de rotura de tracção por compressão diametral (MPa);

– força de rotura à compressão, a qual corresponde ao valor de pico registado pela

máquina (N);

D – diâmetro da secção do provete cilíndrico (mm);

l – altura do provete cilíndrico (mm).

(MPa) 2

,lD

Fmáx

cilindrot

cilindrot ,

máxF

37

Figura 3.23 – Avaliação da resistência à compressão diametral dos provetes cilíndricos.

3.3.8. Resultados dos Ensaios

3.3.8.1. Caracterização das caldas no estado fresco

A massa volúmica foi medida logo após a produção da calda e 30 minutos depois,

apresentando o valor constante de 1790 kg/m3.

Relativamente à fluidez, a Tabela 3.1 apresenta os valores obtidos nos ensaios do método do

cone e do método do espalhamento logo após a produção da calda (t0 e a0) e 30 minutos

depois (t30 e a30). Os valores apresentados relativos ao método do espalhamento

correspondem à média dos quatros valores registados.

Tabela 3.1 – Resumo dos resultados obtidos nos ensaios de fluidez.

Método do Cone Método do Espalhamento

t0 (s) t30 (s) a0 (mm) a30 (mm)

14,0 15,0 234 169

É possível verificar que os valores de tempo de escoamento registados através do método do

cone são próximos de 12 segundos, considerando-se como acetáveis os valores apresentados

na tabela anterior. No que diz respeito aos requisitos impostos na norma NP EN 447 (2008),

verifica-se que ambos os tempos medidos são inferiores a 25s e que a fluidez não varia mais

do que 20% entre os dois instantes referidos.

A média dos valores registados no método do espalhamento, tanto após a produção da calda

como 30 minutos depois, apresenta valores superiores ao estabelecido como mínimo na norma

NP EN 447 (2008), ou seja,140mm. É também possível verificar que a fluidez, medida através

38

deste ensaio, não varia mais do que 20% entre os dois instantes referidos, sendo outro

requisito imposto nesta norma.

A avaliação da exsudação e da variação de volume, através da observação da calda mantida

em repouso no interior de uma proveta durante 24h, permitiu verificar que a calda em estudo

apresentou-se totalmente homogénea. O facto de se verificar que não surgiu água à superfície

da suspensão, ao longo do tempo, permite concluir que a calda não sofreu qualquer variação

de volume, apresentando assim exsudação nula. Os resultados obtidos estão de acordo com

os requisitos impostos na norma NP EN 447 (2008), onde é referido que os resultados de

exsudação não devem exceder 0,3% do volume inicial da calda de injecção, após 3h em

repouso, e que a variação de volume das caldas, após 24h em repouso, deve encontrar-se

entre -1% e +5%.

A avaliação da capacidade de injecção da calda por gravidade permitiu verificar que a calda em

estudo possui boas características de escoamento, assim como uma boa capacidade de

preenchimento dos vazios presentes no interior da mistura granulométrica (Figura 3.24). A

partir da observação do ensaio, foi possível determinar que o volume de calda penetrada, nos

diversos cubos, seria aproximadamente igual ao volume de vazios existentes, podendo-se

concluir que, à partida, a calda possui boa capacidade de penetração em meio poroso. Este

facto foi comprovado após a desmoldagem dos provetes, como é possível verificar na Figura

3.25, e posteriormente após o ensaio da avaliação da resistência à compressão dos mesmos

(Figura 3.28). Note-se que o preenchimento de cada cubo, através desse processo de injecção,

teve uma duração aproximada de 30s.

Figura 3.24 – Processo de injecção por gravidade da calda

nos provetes cúbicos.

Figura 3.25 – Aspecto dos provetes cúbicos após a desmoldagem.

39

A avaliação da capacidade de injecção sob pressão permitiu observar o comportamento da

calda quando injectada, a pressão baixa, num meio poroso. A pressão utilizada é um factor de

grande importância, uma vez que a aplicação de pressões elevadas poderá originar tensões

superiores à própria resistência da alvenaria, o que do ponto de vista estrutural poderá não ser

admissível. No estudo realizado por Brás (2011), foi analisada a injecção de uma calda através

de um meio constituído por agregados calcários com dimensões entre 2-4mm com pressões a

variar entre 1 a 2 bar, e não foram identificadas diferenças na capacidade de injecção para

pressões superiores a 1,5 bar. Deste modo, optou-se pela utilização de 1 bar para o processo

de injecção da calda, tendo-se mantido a pressão constante ao longo do ensaio.

Para cada tipo de mistura granulométrica, procedeu-se ao registo do tempo de enchimento do

molde cilíndrico e o tempo necessário para o escoamento de 1L de calda através da coluna de

injecção, permitindo assim, a determinação do caudal instalado ao longo do esquema de

ensaio. Desta forma, tornou-se possível verificar que, no caso da utilização da brita de

dimensões entre 4-6,3mm, a calda demorou 7s para preencher a coluna e 43s para escoar 1L

de calda, resultando um caudal de 1,40 dm3/min para este esquema (Figura 3.26). No outro

caso, onde se utilizou uma areia de granulometria de 2-4mm, o tempo de preenchimento da

coluna foi superior, como seria de esperar, uma vez que a mistura granulométrica apresenta

menores dimensões, tendo-se registado cerca de 12s. Verificou-se, neste caso, uma maior

dificuldade de penetração da calda no meio poroso, visto não ter sido possível o escoamento

de 1L de calda, concluindo-se apenas que o escoamento de cerca de 0,9L de calda demorou

110s, originando um caudal próximo de 0,50 dm3/min (Figura 3.27).

Figura 3.26 – Escoamento de 1L de calda em meio poroso constituído por brita de

pequenas dimensões (4-6,3mm).

Figura 3.27 – Escoamento de quase 1L de calda em meio poroso constituído por areia (2-4mm).

Os ensaios de avaliação da capacidade de injecção permitiram concluir que a fluidez constituiu

um parâmetro importante na análise da capacidade de injectabilidade de uma determinada

calda. A Figura 3.28 mostra a boa capacidade de injecção, por gravidade, da calda

seleccionada no interior de um meio poroso criado a partir da mistura de duas britas de

granulometria diferente. Após o ensaio de compressão aos provetes cúbicos, verificou-se que

40

todos os elementos de brita, introduzidos previamente nos moldes, se encontravam ligados

através da calda injectada. O mesmo foi possível verificar para o caso dos provetes cilíndricos,

onde a calda foi injectada a baixa pressão (Figura 3.29). Após o ensaio de compressão

diametral, verificou-se que a calda preencheu todos os vazios presentes nos moldes cilíndricos

previamente preenchidos por areias, mesmo no caso onde se utilizou areia de dimensões de 2-

4mm (Figura 3.29a). Deste modo, torna-se possível concluir que a calda seleccionada para o

estudo apresenta boa penetrabilidade em meio poroso, desde que este apresenta uma

percentagem mínima de vazios, assim como boa ligação entre eles.

Figura 3.28 – Provetes resultantes da avaliação de injecção por gravidade, após o ensaio de compressão.

a) Areia de menores dimensões.

b) Areia de maiores dimensões.

Figura 3.29 – Provetes resultantes da avaliação de injecção sob pressão, após o ensaio de compressão diametral.

3.3.8.2. Caracterização das caldas no estado endurecido

A Tabela 3.2 apresenta os valores obtidos nos diversos ensaios de avaliação da resistência à

compressão, à flexão e à compressão diametral, realizados nos diversos provetes.

41

Tabela 3.2 – Resumo das características mecânicas da calda avaliadas em provetes.

Compressão (MPa) Flexão (MPa) Compressão

Diametral (MPa)

7 dias de

idade

28 dias de

idade

7 dias de

idade

28 dias

de idade

7 dias de

idade

28 dias de

idade

Provetes Prismáticos 20,6 27,1 5,4 6,5 - -

Provetes Cúbicos 14,2 18,8 - - - -

Provete Cilíndrico (Brita) 14,9 19,4 - - 2,1 2,7

Provete Cilíndrico (Areia) 12,7 16,6 - - 1,4 2,1

A Tabela 3.3 apresenta os valores obtidos nos ensaios realizados e apresentados por

Gonçalves (2013). Trata-se de caldas comerciais submetidas aos mesmos ensaios

apresentados no presente trabalho, daí ser possível realizar a comparação dos resultados

obtidos.

Tabela 3.3 – Comparação dos resultados obtidos entre a calda estudada e as caldas analisadas por Gonçalves (2013).

Nome da calda Calda em

estudo NHL5 Lafarge Mapei

Albaria BASF

Relação a/l 0,45 0,60 0,75 0,40 0,38

Fluidez

Método do Cone

t0 (s) 14,0 9,80 10,45 11,30 10,78

t30 (s) 15,0 10,00 11,20 11,47 11,81

Método do espalhamento

a0 (mm) 234 154 160 226 198

a30 (mm) 169 148 143 226 209

Tempo de preenchi-

mento

Areia 2-4mm 12,00 12,79 11,85 10,01 6,41

Areia 4-6,3mm 7,00 11,20 10,16 5,75 5,05

Resistência à compressão (MPa) 27,1 9,0 14,0 12,0 ≥10,0

A partir da Tabela 3.3 é possível verificar que a relação água/ligante (a/l) é superior para a

calda Lafarge (Lafarge Ciments: Chaux Blanche NHL 3,5-Z), sendo que a calda composta por

cal hidráulica NHL 5 (da Secil Martigança) apresenta, também, uma relação a/l considerada

alta. Estas caldas, naturalmente, apresentam maiores valores de exsudação, nomeadamente

superiores a 1% (Gonçalves, 2013). A calda Mapei (Mape – Antique I) apresenta uma relação

a/l ligeiramente inferior, sendo que a calda da BASF – The Chemical Company (Albaria

Iniezione) apresenta a menor relação a/l. Relativamente ao tempo de escoamento medido

através do método do cone, a calda estudada no presente trabalho apresenta valores

superiores, indicando à partida ser a menos fluída. No entanto, este factor é contrariado pelos

valores de espalhamento apresentados, em que a calda em estudo apresenta maiores valores,

42

mostrando, junto com a verificação de não apresentar qualquer variação de volume e

exsudação, ser uma calda bastante homogénea.

A avaliação da capacidade de injecção sob pressão foi realizada com o mesmo equipamento,

material e procedimento apresentados no presente trabalho. Os valores apresentados

relativamente ao tempo de preenchimento do tubo com areia de 2-4mm ou de 4-6,3mm

demonstram uma boa penetração da calda em estudo, comparativamente com as restantes

caldas, uma vez que os tempos de preenchimento são relativamente próximos, à excepção da

calda BASF que apresenta valores menores.

A resistência à compressão da calda em estudo é considerada bastante superior,

comparativamente com as resistências apresentadas pelas restantes caldas. Este factor seria

previsto, pois as caldas comerciais, em geral, apresentam valores de resistência à compressão

entre os 10MPa e os 15MPa.

A Tabela 3.4 apresenta a comparação entre os resultados obtidos para a calda elaborada e

avaliada no presente trabalho, e os adquiridos por Luso (2012) para caldas comerciais

seleccionadas pelo autor. Luso (2012) efectuou ensaios a quatro diferentes caldas comerciais:

Mape-Antique I, da Mapei (Ma); Albaria Iniezionne, da marca BASF (Ab); Calce per

Consolidamento, da marca Tradibau (Cc); e Lime Injection, da Tecnochem (Li). As caldas

apresentam diferentes composições, mas nenhuma delas contém cimento.

Tabela 3.4 – Comparação dos resultados obtidos entre a calda estudada e as caldas analisadas por Luso (2012).

Nome da calda Calda em

estudo Ma Ab Cc Li

Relação a/l 0,45 0,40 0,35 0,65 0,45

Fluidez Método do

Cone

t0 (s) 14,0 80,0 80,0 300,0 50,0

t30 (s) 15,0 110,0 95,0 400,0 55,0

Resistência à compressão (MPa) 27,1 21,4 23,0 1,5 12,1

Resistência à flexão (MPa) 6,5 4,1 2,7 1,1 3,5

Os resultados apresentados na tabela anterior mostram que a relação a/l utilizada é

semelhante para todas as caldas, sendo superior para a calda Cc. No que diz respeito ao

tempo de escoamento medido através do método do cone, verifica-se pouca fluidez nas caldas

ensaiadas por Luso (2012), em especial a calda Cc que apresentou dificuldade na realização

do ensaio, apesar de ser referido que esta calda apresenta uma boa trabalhabilidade. Os

valores de resistências à compressão e à flexão apresentados dizem respeito aos resultados

dos ensaios realizados pelo autor, tendo-se verificado haver pequenas diferenças quando

comparados com os valores apresentados pelas fichas técnicas dos respectivos produtos.

43

Porém, verifica-se que a calda em estudo neste trabalho apresenta valores superiores tanto de

resistência à compressão, como de resistência à flexão.

Relativamente à capacidade de injecção das caldas em meios porosos, foi possível verificar

que Luso (2012) realizou o mesmo tipo de ensaio, utilizado no presente trabalho, para a

avaliação da capacidade de injecção da calda sob pressão, com a variante nas dimensões do

cilindro utilizado, recorrendo a um cilindro com um diâmetro superior, mas com sensivelmente a

mesma altura. Verificou-se também que qualquer dos materiais de enchimento do cilindro

(xisto, granito e calcário), utilizado por Luso (2012), apresentou dimensões maiores,

apresentando assim maiores dimensões de vazios. Deste modo, seria de esperar que a calda

estudada no presente trabalho apresentasse um maior tempo de preenchimento. Este factor

não se verificou, visto as caldas ensaiadas por Luso (2012) apresentarem valores mínimos de

tempo médio de preenchimento à volta dos 90s, o que corresponde a 1min e 30s, valor muito

superior ao verificado no ensaio realizado no presente trabalho (entre 7s e 12s). De salientar

que, a partir do trabalho referido (Luso, 2012), o material utilizado no interior do cilindro

influencia o tempo que a calda demora a preencher totalmente o cilindro.

Após a análise das caldas comerciais, Luso (2012) efectuou um estudo de diversas

composições de caldas com ligantes como a cal hidratada e o cimento. Seguidamente, foi

seleccionada a melhor composição de forma a realizar um estudo mais detalhado das suas

propriedades, comparando-as com a calda comercial Ma. Esta calda estudada, designada por

(2c1) no trabalho (Luso, 2012), é constituída por 35% de cal hidratada, 30% de cimento, 35%

de metacaulino e 3,33% em relação aos materiais sólidos de plastificante. Possui uma relação

a/l de 0,60, ligeiramente superior à adoptada para a calda em estudo no presente trabalho.

Relativamente ao tempo de escoamento, avaliado pelo método do cone, verificou-se que

obteve um valor próximo de 40s, quer no instante após a produção da calda, quer 30min

depois. A tensão de rotura por compressão apresentada foi de 21,5MPa, valor semelhante ao

obtido para a calda Ma, mas inferior aos cerca de 27MPa obtidos para a calda em estudo.

Na Tabela 3.5 e na Tabela 3.6 encontram-se resumidos alguns resultados de ensaios

realizados a caldas para injecção, utilizando pozolanas naturais ou artificiais, cimento e/ou cal.

É possível verificar que existe uma diferença significativa nos resultados encontrados

relativamente, por exemplo, à fluidez das caldas. As caldas 7a e 3 (Penelis et al., 1988)

apresentam um tempo de escoamento relativamente elevado. Note-se que ambas se

caracterizam pela ausência de superplastificante na sua composição. Por outro lado, as caldas

8 e FenX-B e FenX-A+F são as caldas com menor tempo de escoamento, e muito semelhante

ao obtido para a calda estudada no presente trabalho. A composição da calda FenX-B é

desconhecida. A calda 8 tem apenas cimento como ligante, sendo que a calda FenX-A+F

possui a cal hidráulica como ligante, ambas contém superplastificante na sua composição. É

possível obter, assim, bom comportamento reológico sem grandes quantidades de água

44

adicionada, mas apenas a calda 8 possui uma resistência à compressão superior a 20MPa.

Segundo Toumbakari (2002), a adição de sílica de fumo afecta as propriedades reológicas das

caldas. Valluzi (2000) concluiu com o estudo ser evidente a obtenção de bons resultados em

termos reológicos com a adição de superplastificantes.

Tabela 3.5 – Resumo das propriedades das caldas.

Autor Designação

da Calda

Propriedades das caldas

Relação

a/l

Tempo de

escoamento, t0 (s)

Resistência à

compressão aos

28 dias fc (MPa)

Penelis et al. (1988)

1 0,75 31 2,5

2 0,70 65 1,0

3 0,78 230 1,1

4 1,09 35 2,7

5a 0,93 25 1,3

5b 0,83 46 2,4

6a 0,93 24 0,7

6b 0,83 44 1,4

7a 0,52 90 1,4

7b 0,50 75 1,3

Valluzi (2000)

FenX-A 0,55 19 3,4

FenX-A+F 0,50 13 5,1

FenX-A+R 0,55 53 3,2

FenX-A+FR 0,55 62 3,7

FenX-B 0,50 13 3,2

Ignoul et al. (2005) 8 0,66 13 31,8

Toumbakari (2002)

13a-0 0,85 37 2,2

14a-0 0,85 37 2,4

15a-0 0,85 37 2,1

13b-0 0,85 37 3,2

14b-0 0,85 37 3,3

15b-0 0,85 37 3,5

13b-10 1,10 41 6,5

No que diz respeito à resistência à compressão, é possível verificar que muitas das misturas

apresentam valores médios superiores a 10MPa. Este factor está associado, em geral, à

adição de cimento na composição das caldas, o que vai de encontro ao concluído na definição

da calda avaliada no presente trabalho. A calda A (Tabela 3.6) contém 75% de cimento,

justificando assim o valor elevado obtido para a resistência à compressão. Comparativamente

com a calda estudada no presente trabalho, verifica-se que a calda A tem uma relação a/l

superior, mesmo com 25% de sílica de fumo e 1,33% (em relação aos materiais sólidos) de

superplastificante. A calda B, por sua vez, é composta por cal, cimento e sílica de fumo, onde a

45

percentagem de cimento é de 50% (tal como no presente trabalho) e a relação

cimento/(cal+pozolana) é de 1:1, contendo 27,5% de cal hidratada e 22,5% de sílica de fumo. A

sua resistência à compressão, no entanto, é de 13MPa, relativamente inferior a 20MPa (o

objectivo do presente estudo). A calda 8 é, talvez, a com características mais próximas da

calda estudada, em termos de relação a/l, onde apresenta uma relação de 0,66, e de

resistência à compressão (31,8MPa, o maior valor verificado na recolha dos resultados). Esta

calda não tem cal na sua composição, contendo uma percentagem elevada de cimento (98%) e

2% de bentonite, assim como 1% (de material sólido) de superplastificante.

Tabela 3.6 – Resumo das propriedades das caldas.

Autor Designação

da Calda

Propriedades da Calda

Relação a/l Resistência à compressão

aos 28 dias fc (MPa)

Adami e Vintzileou (2006) 9 1,10 9,9

10 0,80-0,90 7,3

Adami e Vintzileou (2008) 11 0,80-0,90 3,3

G1 (Ref.) 0,80-0,90 13,3

Miltiadou (1990)

12 1,00 10,0-12,5

16 1,00 9,3-10,7

17 1,00 3,2-3,4

Trautmann (1992) 18 1,80 <2,0 (90dias)

Vintzileou e Tassios (1995) A 0,90 30,0

B 1,00 13,0

Toumbakari et al. (2005)

13b0 0,85 5,2

13b10 0,85 6,4

Cb0 (Ref.) 0,85 14,6

Kalagri et al. (2010)

G1 0,80 4,1

G2 0,80 2,8

G3 0,80 2,1

G4 0,70 3,1

G7 Calda Comercial 1,5

É importante salientar que a comparação directa entre as caldas é considerada como um factor

arriscado, tendo sido realizados apenas alguns comentários. As matérias-primas utilizadas nas

composições são muito diferentes entre si, como, por exemplo, os diversos tipos e classes de

cimento, a variedade de plastificantes disponíveis no mercado, com o mesmo principio activo,

mas com características diferentes de marca para marca e, ainda, a reactividade dos materiais

pozolânicos que conduzem a misturas diversas. À semelhança do que aconteceu no presente

46

trabalho, Valluzi (2000), nos seus trabalhos, obteve resultados muito diferentes no ensaio de

fluidez realizado através do método do cone, fazendo variar percentagens muito pequenas

(0,05%) de superplastificante nas composições das caldas. Além disso, para cada produto

pozolânico em particular existe uma formulação específica, a qual produz melhores resultados

para a aplicação que está a ser considerada.

3.4. Conclusão

A preocupação na reabilitação e reforço de estruturas antigas de alvenaria constitui um

problema cada vez mais actual, tendo sido desenvolvidos diversos estudos nesse sentido. A

injecção de calda é uma das técnicas possíveis de reforço/reparação de paredes de alvenaria.

Como tal, o trabalho presente tem como objectivo contribuir para o desenvolvimento de uma

nova calda a utilizar no processo de injecção, de forma a reforçar as paredes estruturais nos

edifícios antigos, nomeadamente os existentes na cidade de Lisboa.

Na realização de trabalhos de conservação de edifícios antigos existe alguma dificuldade na

formulação de materiais compatíveis para aplicação de caldas de injecção, devido aos

requisitos de baixo módulo de elasticidade e resistências mecânicas suficientes e adequadas,

assim como um comportamento compatível, quer física, quer quimicamente com os materiais

existentes. Com essa preocupação optou-se por utilizar a cal hidráulica como ligante. Por outro

lado, sendo o campo de aplicação os edifícios de alvenaria mais recentes, nomeadamente os

edifícios Placa, onde muitas vezes já são utilizadas argamassas de cimento, e requerendo uma

resistência à compressão, aos 28 dias de idade, superior a 20MPa, optou-se por juntar um

cimento fino.

Os requisitos impostos às caldas de injecção são de grande exigência, uma vez que é

necessário ter em conta a combinação de propriedades como a fluidez, a estabilidade, a

exsudação, a segregação, a injectabilidade, as características mecânicas, entre outras. No

reforço e consolidação de alvenaria através do processo de injecção, o preenchimento

completo e uniforme da alvenaria com caldas são essenciais para o sucesso da intervenção

(Schueremans, 2001). Todavia, o preenchimento dos vazios presentes no interior da alvenaria

deteriorada não é considerado um desafio fácil, já que são vários os parâmetros envolvidos. Os

factores de maior importância consistem no conhecimento da distância entre orifícios, da

pressão de injecção, das propriedades reológicas das caldas, das propriedades de absorção

de água e da condição geral de alvenaria, no que diz respeito à quantidade de fendas e a sua

espessura (Van Rickstal, 2001).

Ao longo da tentativa de criação de uma calda com os requisitos básicos para que fosse

injectável, concluiu-se que seria necessário a adição de um superplastificante, de forma a ser

possível diminuir a relação água/ligante, eliminando assim a variação de volume e a exsudação

47

da calda, após 24h de análise. Este factor seria de esperar, como aliás se verificou no trabalho

desenvolvido por Toumbakari (2002), em que utiliza caldas à base de cal-pozolana-cimento. A

relação água/ligante constitui um parâmetro de grande importância, já que a exsudação e a

segregação são propriedades fundamentais na definição da estabilidade da calda, sendo

necessário que a calda permaneça homogénea, desde a sua produção até ao fim da injecção.

Após o estudo intenso de ensaios a múltiplas caldas com diferentes composições, a conclusão

foi de que a calda com um traço de 1:1, no que diz respeito a cimento e cal hidráulica, com a

adição de superplastificante, é a calda mais indicada.

Esta calda, com a composição então mencionada, possui um tempo de escoamento próximo

de 12s, tendo-se verificado que não apresenta qualquer variação de volume, nem exsudação,

mantendo-se homogénea durante 24h. Relativamente à resistência à compressão, foi possível

atingir uma resistência de cerca de 27MPa na avaliação dos provetes prismáticos.

Para além dos ensaios base efectuados à calda, foi estudada a sua capacidade de injecção

quer por gravidade, como a baixa pressão. Para tal, tentou-se simular o aspecto do meio no

qual a calda será injectada: as paredes de alvenaria de pedra. A injecção por gravidade foi

realizada em provetes cúbicos preenchidos por uma mistura de duas britas com granulometrias

diferentes. Quanto à injecção sob pressão, esta foi executada em provetes cilíndricos

previamente preenchidos por areias. Salienta-se que neste último ensaio, a calda foi injectada

em dois meios diferentes, criados por areias de diferentes granulometrias, onde foi verificada a

maior dificuldade de penetração da calda no cilindro preenchido pela areia de menores

dimensões. A avaliação da capacidade de injecção permitiu concluir que a calda possui boas

características no que diz respeito à injectabilidade.

49

4. Injecção de Calda em Paredes de Alvenaria

4.1. Introdução

A avaliação das características de uma calda definida para reparar/reforçar elementos

estruturais e estruturas não se deve basear somente na análise das suas propriedades, sendo

essencial avaliar o seu efeito nos elementos estruturais e na estrutura onde são aplicados.

Deste modo, neste capítulo, o objectivo principal consiste na avaliação da eventual melhoria

das propriedades mecânicas de paredes de alvenaria após submetidas ao processo de

injecção da calda seleccionada e estudada na secção anterior. De referir que este trabalho

encontra-se parcialmente integrado no projecto “EPICIDADE – Desenvolvimento de Métodos

de Reforço e de Análise Dinâmica Experimental de Edifícios de Alvenaria”, desenvolvido pela

empresa Teixeira Duarte, SGPS. Este projecto destina-se a desenvolver métodos de reforço de

edifícios de alvenaria antiga existentes, tendo em vista a redução da sua vulnerabilidade

sísmica.

Para atingir este objectivo foram utilizadas paredes de alvenaria de pedra construídas e

avaliadas na sequência de um trabalho de investigação realizado no Laboratório de Estruturas

e Resistência dos Materiais (LERM) do Instituto Superior Técnico por Milosevic et al. (2014) e

desenvolvido no âmbito de um projecto de investigação nacional FCT (projecto SEVERES,

www.severes.org). Estes provetes, depois de ensaiados no âmbito do referido projecto, foram

reparados/reforçados com a calda desenvolvida, e posteriormente submetidos a ensaios

cíclicos. A solução ideal, num trabalho de investigação deste género, seria aplicar a calda em

paredes de alvenaria existentes evitando assim as incertezas associadas à execução em

laboratório de paredes que não permitem reproduzir exactamente paredes reais, com

características específicas relativas a propriedades mecânicas, físicas e químicas, ao

envelhecimento natural, a eventuais danos, entre outros factores. Todavia, o ensaio de paredes

reais à rotura é particularmente difícil tendo em conta a reduzida disponibilidade de edifícios

com esta tipologia, onde se possam obter paredes para serem ensaiadas. Mesmo que se

encontrem edifícios que vão ser demolidos e onde se podem utilizar paredes para a realização

de ensaios destrutivos, existem sempre outros factores que dificultam a utilização de paredes

reais e que estão relacionados com a técnica do corte e transporte para o laboratório das

paredes e com os custos elevados associados a este tipo de trabalho.

Perante a dificuldade em utilizar paredes reais, a avaliação da eficiência de trabalhos de

injecção tem sido baseada em réplicas de paredes de alvenaria executadas em laboratório. No

presente trabalho, foram utilizadas paredes de alvenaria de pedra calcária, de apenas um

pano, características dos edifícios antigos de alvenaria existentes na região de Lisboa.

50

4.2. Paredes de Alvenaria de Pedra

No LERM do Instituto Superior Técnico foram executados dois provetes de paredes de

alvenaria de pedra calcária (S1 e S2) por um profissional com experiência em trabalhos desta

natureza.

Este tipo de trabalhos é demorado, uma vez que deve ser realizado sempre pelo mesmo

executante de forma a evitar grandes variações no modo de execução das paredes. Para além

disso, simultaneamente à execução da parede, existe a necessidade de se encontrar a pedra

com o tamanho adequado para determinado espaço, partindo-a quando necessário. A

construção das paredes foi sendo realizada à medida que se foram sobrepondo as pedras com

diversas dimensões, tendo a particularidade de se efectuar um correcto assentamento, sendo

as juntas preenchidas com argamassa de assentamento. A evolução da construção de uma

das paredes pode ser visualizada na Figura 4.1.

a) Viga de betão na base.

b) Início da construção.

c) Após 1h de trabalho.

d) Após 3h de trabalho.

e) Após 6h de trabalho.

f) Após um dia de trabalho.

Figura 4.1 – Evolução da construção de uma das paredes de alvenaria (Milosevic et al., 2014).

Cada parede foi construída sobre uma viga de betão armado, de forma a facilitar o transporte e

o ensaio mecânico (Figura 4.1a). As paredes têm 40cm de espessura, 120cm de largura e

120cm de comprimento, dimensões ligeiramente inferiores à viga de betão.

Uma vez que se tenta produzir paredes de alvenaria de pedra presentes nos edifícios antigos

de Lisboa, a argamassa de assentamento utilizada tem como ligante a cal hidráulica. Para

além do ligante, a argamassa é composta por água e dois tipos de areia, areia de rio e areia de

pedreira, diferenciando essencialmente na sua granulometria. Tendo em conta a quantidade de

51

água e a utilização de duas areias, o traço em volume da argamassa é 2:3:3:1,5 (cal

hidráulica:areia de rio:areia de pedreira:água). Note-se que em geral existe necessidade de

adicionar mais água à mistura, principalmente quando se utiliza areia seca.

4.3. Processo de Injecção da Calda

4.3.1. Preparação das Paredes

Após a construção das paredes, e decorrido um tempo suficiente de cura, os provetes foram

submetidos ao ensaio cíclico, de forma a se obter valores de referência de exemplos de

paredes de alvenaria antiga, típicas dos edifícios antigos de Lisboa, tais como os edifícios tipo

Placa. No fim do ensaio, as paredes mantiveram-se intactas, apresentando apenas um nível de

danos elevado com uma percentagem considerável de fendas. De forma a ser possível

proceder à injecção da calda como método de reforço, procedeu-se ao refechamento das

fendas.

Para aplicação da calda através do processo de injecção nas paredes, em laboratório foram,

tanto quanto possível, utilizados os procedimentos habituais na aplicação desta técnica em

situações reais. É habitual iniciar a preparação das paredes para injecção com o processo de

execução de furos com auxílio a um berbequim, de forma a ser possível introduzir os tubos de

injecção. Porém, no trabalho presente, os tubos de injecção foram colocados nas fendas

existentes nas paredes, tendo sido, sempre que necessário, realizadas pequenas aberturas,

com auxilio a um martelo e uma ferramenta de pedreiro. De referir que antes da colocação dos

tubos, procedeu-se à limpeza dos furos, removendo o pó existente no seu interior.

Posteriormente foram colocados tubos de plástico transparente com cerca de 8mm de

diâmetro, tendo-se o cuidado de os colocar com uma ligeira inclinação relativamente à direcção

horizontal e uma profundidade de 20 a 25cm (Figura 4.2). Por fim, procede-se à selagem dos

tubos, tal como o refechamento das restantes fendas existentes na parede, com argamassa de

características idênticas à argamassa de assentamento utilizada na construção das paredes

(Figura 4.3). Na Figura 4.4 é possível visualizar o aspecto final de uma face de uma das

paredes de alvenaria, preparada para receber o reforço através da injecção de calda.

A colocação dos tubos de injecção foi efectuada em ambos os lados de cada parede, tentando

realizar uma distribuição geométrica triangular dos furos, tal como é recomendado por diversos

investigadores (Valluzzi, 2000) (Silva, 2008). Relativamente ao afastamento entre tubos, quer

na vertical quer na horizontal, não foi constante já que as dimensões das pedras são também

variáveis. Para além dos tubos para a injecção da calda, foram colocados outros tubos, de

menores dimensões, com função de purga de ar.

52

Figura 4.2 – Colocação do tubo de injecção.

Figura 4.3 – Selagem do tubo e refechamento da fenda.

Figura 4.4 – Aspecto final da parede (com os tubos de

injecção e o refechamento de fendas concluído).

4.3.2. Injecção das Paredes de Alvenaria de Pedra

De forma a minimizar as possíveis variações nas características da calda, foi adaptado o

mesmo tipo de produção utilizado no estudo da calda, utilizando-se aqui uma quantidade de

material em cada amassadura semelhante à utilizada para a avaliação da capacidade de

injecção sob pressão, cerca de 2,40L de calda. Os materiais sólidos (cal hidráulica, cimento e

superplastificante) foram colocados num recipiente onde se procedeu à sua mistura, a qual foi

posteriormente adicionada, de forma gradual, à totalidade da água previamente colocada no

recipiente de produção da calda. A amassadura decorreu durante 3 minutos.

A calda de injecção assim preparada foi injectada por gravidade nas paredes de alvenaria de

pedra, não se tendo optado pelo processo de injecção sob pressão uma vez que as paredes já

haviam sido submetidas a ensaios mecânicos, os quais provocaram diversas fendas nos

elementos de alvenaria (Figura 4.5). A injecção teve início num dos tubos da linha superior, já

que se tratava de um processo de injecção por gravidade, passando para o tubo seguinte na

mesma linha horizontal e continuando assim, progressivamente, até à linha de tubos inferior. A

injecção era dada como completa em cada tubo quando se verificava que a calda fluía por um

dos tubos adjacentes.

A quantidade total de calda injectada nas duas paredes foi de, aproximadamente, 20L, tendo

sido realizadas 10 amassaduras. Tal como seria de esperar, verificou-se que a quantidade de

calda injectada não foi a mesma em cada parede, tendo sido menor na parede S2, uma vez

que apresentava menor número de fendas, assim como uma menor abertura das mesmas.

53

Figura 4.5 – Injecção de calda por gravidade.

4.4. Caracterização Mecânica dos Provetes

Nesta secção descreve-se o ensaio destinado a avaliar a eficácia do reforço por injecção de

calda em paredes de alvenaria de pedra, quando comparadas com paredes não reforçadas. As

duas paredes de alvenaria de pedra foram ensaiadas sem qualquer reforço (S1 e S2), sendo

posteriormente submetidas ao processo de injecção de caldas, e então ensaiadas novamente

(SR1 e SR2). Os ensaios decorreram aproximadamente 90 dias após a realização do reforço.

Nos ensaios realizados, as paredes de alvenaria foram submetidos primeiro a uma carga de

pré-compressão vertical de 0,3MPa, a qual foi mantida constante, tanto quanto possível,

durante todo o ensaio. Deste modo, foi empregue uma carga de compressão de 144kN, a qual

foi aplicada segundo quatro barras de aço (cabos) (36kN por barra), onde cada barra se

encontrava equipada com uma célula de carga, com capacidade de 100kN, que permitiu a

medição da redistribuição da carga vertical durante o ensaio (Figura 4.6 e Figura 4.7). Estes

cabos foram ancorados ao piso do laboratório, tal como é possível visualizar na Figura 4.8 e na

Figura 4.9. No topo da parede encontra-se uma viga rígida com a função de distribuir a carga

vertical a partir do actuador. Relativamente à intensidade da carga vertical imposta, esta foi

definida de forma a simular as acções gravíticas a que o módulo de parede pode estar sujeito

quando inserido num edifício real de alvenaria da cidade de Lisboa. Após a aplicação da carga

vertical, a carga horizontal é transmitida, no topo da parede, através do sistema de chapas de

aço que é devidamente reforçado com barras de aço. A força horizontal é registada no macaco

hidráulico de dupla acção horizontal com capacidade de 300kN, o qual é ligado à parede de

reacção. Todo o equipamento e esquema de ensaio utilizados podem ser visualizados na

Figura 4.6 e na Figura 4.7.

54

De forma a evitar o deslocamento na base da parede, procedeu-se ao travamento da viga

inferior de betão através da sua ligação a uma estrutura de aço, constituída por quatro vigas de

aço, onde duas delas foram fixadas ao pavimento do laboratório, através de cabos também de

aço (Figura 4.6 e Figura 4.7). Relativamente ao topo da parede, foi colocado um conjunto de

cilindros de forma a permitir o deslocamento horizontal do provete (Figura 4.6).

Figura 4.6 – Esquema de ensaio utilizado para os ensaios cíclicos de corte (Milosevic et al., 2014).

Figura 4.7 – Esquema de ensaio utilizado, em perspectiva (Milosevic et al., 2014).

Os ensaios das paredes de alvenaria consistiram na aplicação de uma força no topo das

paredes, por intermédio do controlo do deslocamento lateral, através de um actuador com

capacidade de 1000kN e 400mm de curso. A força aplicada pelo actuador foi medida com uma

célula de carga de 300kN (marca TML) montada no êmbolo do actuador, enquanto o

deslocamento no topo das paredes foi medido através de um transdutor de deslocamento

(LVDT) colocado do lado oposto célula de carga (Figura 4.6 e Figura 4.7).

55

Figura 4.8 – Instalação dos cabos de aço para a pré-compressão vertical da parede.

Figura 4.9 – Ancoragem dos cabos de aço no piso térreo do laboratório.

O procedimento de ensaio cíclico consistiu na imposição da história de deslocamentos ao

longo do tempo, definida na Figura 4.10. Esta história de deslocamentos consiste em

sequências cíclicas de deslocamentos aumentando em amplitude progressivamente; cada fase

consiste em três ciclos de igual amplitude.

Figura 4.10 – Histórico deslocamento-tempo.

Os deslocamentos da parede, provocados pela aplicação da força horizontal no topo, foram

medidos através de um conjunto de LVDT’s, tal como apresenta a Figura 4.11. O deslocamento

vertical, quer no topo quer na base da parede, foi registado através da TSV1 e TSV7,

respectivamente, enquanto que os TSV3 e TSV5 foram utlizados para registar os

deslocamentos verticais em diferentes alturas da parede. Os transdutores TSH1, TSH3, TSH5

e TSH7 foram colocados na parede para medir os deslocamentos horizontais em diferentes

alturas da parede (Figura 4.12). Note-se que foi adoptada a mesma disposição de LVDT’s em

ambas os lados da parede (Figura 4.11). Os LVDT’s utilizados foram escolhidos de acordo com

-40

-20

0

20

40

0 2289 4434 6981 14154 17018 19937 22181 24626 27357 30556

Deslo

cam

en

to (

mm

)

Tempo (s)

56

o seu campo e precisão, mediante a gama de deslocamentos prevista para cada uma das

posições definidas.

Figura 4.11 – Posição dos transdutores (Milosevic et al., 2014).

Figura 4.12 – Posição dos transdutores da esquerda (perspectiva) (Milosevic et al., 2014).

O ensaio das paredes foi dado como terminado, quando estas evidenciavam sinais de colapso

iminente. De uma forma geral, após se atingir a tensão máxima, o ensaio prosseguiu até um

decréscimo médio de carga de colapso sensivelmente 20%.

4.5. Resultados dos Ensaios

Nesta secção são apresentados os resultados obtidos a partir dos ensaios cíclicos realizados

às paredes de alvenaria de pedra com argamassa de cal hidráulica e reforçadas com a calda

estudada. Posteriormente, os resultados serão analisados e comparados com os obtidos para

as paredes sem reforço.

57

Para uma melhor compreensão dos resultados apresentados neste capítulo, a Figura 4.13

ilustra o esquema de ensaio utilizado, sendo visível a face da frente da parede, a qual se

designará como lado A, designando-se assim como lado B a face correspondente à parte de

trás do elemento de alvenaria. A face esquerda, onde se encontra aplicado o transdutor que

mede o deslocamento horizontal no topo, será designada como lado C. Por fim, o lado D

corresponde à face localizada à direita, onde é aplicado o deslocamento lateral através do

actuador.

Para além da identificação das quatros faces das paredes, refere-se que os deslocamentos

referidos, e apresentados, como positivos, correspondem a deslocamentos aplicados da direita

para a esquerda, segundo a Figura 4.13. Deste modo, os deslocamentos negativos

correspondem, naturalmente, ao sentido contrário, ou seja, quando tomam o sentido do lado C

para o lado D.

Figura 4.13 – Montagem do ensaio cíclico, apresentando-se o lado A da parede.

4.5.1. Modos de Colapso

As paredes de alvenaria sujeitas a acções no seu plano envolvem mecanismos por flexão ou

por corte.

Relativamente aos modos de colapso que envolvem o comportamento por flexão, é possível

verificar-se o derrubamento ou rotação da parede no seu plano o qual envolve dois tipos

distintos de rotura (Figura 4.14a), a rotação de corpo rígido da parede relativamente à base

(rocking) e o esmagamento do material na zona comprimida na base da parede (crushing).

No que diz respeito ao comportamento ao corte no plano da parede, existem dois tipos de

rotura: por deslizamento (Figura 4.14b), a qual consiste no movimento relativo entre duas

58

partes da parede de alvenaria segundo planos horizontais; e por fendilhação diagonal (Figura

4.14c), a qual envolve a formação de fendas diagonais e a sua propagação desde o centro da

parede até aos cantos (Calderini et al., 2009).

Apesar de ser realizada esta distinção, salienta-se o facto de muitas vezes ocorrerem modos

combinados. Esta combinação de modos depende de diversos parâmetros, assim como a

geometria do painel (textura, secção de corte e relação entre a altura e a largura da amostra),

as condições de limite, a carga vertical e as características mecânicas dos seus constituintes

(argamassa, blocos e juntas).

a)

b)

c)

Figura 4.14 – Modos de Colapso de paredes de alvenaria (Calderini et al., 2009).

Antes de dar início ao ensaio cíclico de corte, verificou-se que a parede SR1 apresentava

pequenas fissuras nas zonas de argamassa, principalmente na argamassa colocada na fase de

refechamento de fendas, após a colocação dos tubos de injecção. Após o início do ensaio, nos

primeiros ciclos, caracterizados por baixos deslocamentos laterais, verificou-se o surgimento de

uma fenda diagonal, na zona central da parede, caracterizando, assim, o comportamento ao

corte no plano da parede. Paralelamente foi possível notar o aparecimento de pequenas fendas

dispostas na horizontal na região inferior da parede, em particular na argamassa disposta entre

as unidades de pedra e a viga de betão na base da parede, assinalando, deste modo, o seu

comportamento por flexão. À medida que foram impostos deslocamentos maiores, verificou-se

que a abertura destas mesmas fendas atinge valores superiores. A primeira fissura de corte

surgiu no lado A, no final do ciclo correspondente a um deslocamento imposto de -10mm (ver

Figura 4.15). Ao deslocamento prescrito de 18mm (Figura 4.16), foi possível observar que a

fissura diagonal maior localizada no centro da parede, no lado A, propagava-se para os cantos

inferior direito e superior esquerdo, fazendo ligação, agora, com a fenda horizontal maior que

surgiu no canto inferior esquerdo (lado A). Portanto, verificou-se que a parede também exibiu

um padrão de fendilhação caracterizado pelo esmagamento nos cantos inferiores.

59

Figura 4.15 – Primeira fissura de corte da parede SR1 para o deslocamento imposto

de -10mm (lado A).

Figura 4.16 – Padrão de fendilhação da parede SR1 para o deslocamento imposto de -18mm

(lado A).

Note-se que ao longo do ensaio, não se observou qualquer dano nas unidades de pedra

calcária. A partir da Figura 4.17, é possível visualizar os danos na fase final do ensaio, sendo

possível constatar que o modo de colapso da parede foi semelhante para os lados A e B do

elemento de alvenaria, onde é visível o comportamento por flexão observado aquando a

imposição de deslocamentos positivos, através dos danos observados no canto inferior direito

do lado A (Figura 4.17a) e no canto inferior esquerdo do lado B (Figura 4.17b).

a)

b)

Figura 4.17 – Modo de colapso da parede SR1: a) lado A; b) lado B.

60

No que diz respeito à parede SR2, verificou-se alguma degradação, quando comparada com a

parede SR1, após a montagem do esquema de ensaio, particularmente a nível da viga de

betão. Esta degradação provocou algum desnivelamento da parede, e consequentemente um

maior esmagamento por compressão no início do ensaio. Para além disso, pequenas fendas

nas zonas da argamassa empregue na fase de colocação dos tubos de injecção, foram

observadas, à semelhança do que aconteceu para a parede SR1. Para níveis de deslocamento

lateral baixos, também se observou o início da fendilhação na base da parede, verificando-se

fendas horizontais características do comportamento por flexão. No ciclo correspondente ao

deslocamento lateral prescrito de 10mm, surgiu a primeira fissura de corte, propagando-se do

centro para o canto inferior esquerdo do lado A da parede (Figura 4.18). Com o aumento dos

deslocamentos impostos, verificou-se a propagação das fendas inicias, tendo-se notado que,

para além do comportamento ao corte no plano da parede, surgiu um grande padrão de

fendilhação característico do comportamento por flexão. Para o ciclo com deslocamento

imposto de -18mm, a parede apresentava fendas maiores no canto inferior direito do lado B da

parede, tal como é possível visualizar na Figura 4.19.

Figura 4.18 – Representação da primeira fissura de corte no lado A da parede SR2

(deslocamento imposto de 10mm).

Figura 4.19 – Lado B da parede SR2 quando o deslocamento imposto foi de

18mm.

O colapso do elemento de alvenaria deu-se para um deslocamento imposto de 26mm, quando

se verificou uma grande abertura das fendas apresentadas no canto inferior direito, do lado B

da parede (Figura 4.20).

61

a)

b)

Figura 4.20 – Modo de colapso da parede SR2: a) lado A; b) lado B.

Após se ter dado como terminado o ensaio, verificou-se que a compressão que a parede sofria

foi suficiente para provocar o destacamento de pedras presentes no canto inferior do lado B da

parede (Figura 4.21).

a)

b)

c)

Figura 4.21 – Pormenor do destacamento de unidades da alvenaria, nos lados B e C da parede SR2, após o fim do ensaio.

4.5.2. Gráficos de Histerese

Para além dos padrões de fendilhação e os modos de colapso já descritos, os diagramas força

horizontal-deslocamento horizontal fornecem informações importantes acerca do

comportamento das paredes ensaiadas no seu plano. Nesta secção, será realizada uma

discussão geral relativamente às características particulares dos diagramas típicos. Serão

definidos valores relevantes, como a força e o deslocamento, dos diagramas de histerese,

62

associados a cargas particulares e níveis de danos, como o caso do colapso da parede

identificado pelo ponto (Fcolapso, dcolapso). Para além disso, será identificado o estado

correspondente à resistência lateral máxima com o conjunto de valores (Fmax, dFmax) e a

primeira fissura de corte associada ao conjunto (Ffissura, dfissura). Os resultados encontram-se

resumidos na Tabela 4.1 e os diagramas força horizontal-deslocamento horizontal são

apresentados na Figura 4.22.

a) b)

Figura 4.22 – Diagramas de força-deslocamento: a) parede SR1; b) parede SR2.

Relativamente à parede SR1, considerando a curva correspondente aos valores positivos de

deslocamento horizontal, verificou-se uma carga máxima de 65,75kN com um deslocamento

correspondente de 13,86mm. No que diz respeito aos valores negativos de deslocamento

lateral, a máxima força registada foi de -64,37kN com um deslocamento lateral correspondente

de -18,80mm. Foi possível o registo do instante em que surgiram as primeiras fissuras

significativas na parede: a primeira fissura de corte (fenda diagonal) ocorreu para uma força

horizontal de -61,21kN e um deslocamento horizontal correspondente de -10,94mm, o qual

corresponde ao ciclo com deslocamento de -10mm.

No que diz respeito à parede SR2, a carga máxima positiva obtida foi de 61,24kN,

correspondente a um deslocamento horizontal de 14,78mm, sendo que -69,90kN foi a carga

máxima atingida relativamente aos valores negativos de deslocamentos horizontais, a qual

corresponde a um deslocamento de -10,55mm. A primeira fissura de corte (fenda diagonal) foi

registada para uma carga de 60,77kN e um deslocamento de 10,87mm, durante o ciclo de

carga com o deslocamento prescrito de 10mm.

Para ambas as paredes, admitiu-se uma carga de colapso correspondente a 80% da carga

horizontal máxima atingida, com excepção do lado correspondente aos valores negativos de

deslocamento horizontal para a parede SR1, em que foi possível observar o momento de

colapso da parede quando a força horizontal registou um valor de -59,83kN, a qual

corresponde a um deslocamento de -23,02mm (deslocamento prescrito de -22mm). Todos os

resultados obtidos são apresentados na Tabela 4.1.

-80

-40

0

40

80

-40 -20 0 20 40

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

SR1 Máximo 1.ª Fissura Colapso

-80

-40

0

40

80

-40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40F

orç

a [

kN

] Desloamento [mm]

SR2 Máximo 1.ª Fissura Colapso

63

Tabela 4.1 – Valores representativos do ensaio cíclico de corte.

Lado Negativo Lado Positivo

Fissura Máximo Colapso Fissura Máximo Colapso

SR1 F (kN) 61,21 64,37 59,83 - 65,75 53,25

d (mm) 10,94 18,80 23,02 - 13,86 19,35

SR2 F (kN) - 69,90 54,85 60,77 61,24 48,80

d (mm) - 10,55 25,50 10,87 14,78 26,00

A partir do gráfico representado na Figura 4.22, é possível constatar que o diagrama de

histerese correspondente à parede SR1 está associado a uma deformação relacionada com o

comportamento misto de fendilhação por flexão e por corte, estando de acordo com o padrão

de fendilhação apresentado pela parede. É de salientar que o comportamento assimétrico

revelado por esta parede durante o ensaio é evidente no diagrama força-deslocamento

representado na Figura 4.22a): no lado correspondente aos deslocamentos negativos, é

evidente a degradação de resistência da parede, coincidente com o lado onde surgiu a primeira

fenda diagonal de corte; no lado associado aos deslocamentos positivos, o comportamento é

essencialmente por flexão. A maior assimetria verificada na resposta cíclica, nomeadamente ao

nível da resistência lateral máxima observada nesta parede (SR1) e ao tipo de comportamento,

pode ser atribuída a distintos padrões de danos dos diferentes lados da parede (flexão e corte).

A resposta lateral da parede SR2 apresenta também um comportamento misto flexão-corte.

Todavia, é possível observar, também neste caso, alguma assimetria no diagrama de histerese

para as direcções positiva e negativa, a qual pode ser explicada pelo facto de se verificar a

fendilhação mais cedo na direcção de deslocamentos positivos e, por conseguinte, como

resultado do elevado nível de acumulação de danos, verifica-se um maior enfraquecimento do

lado da parede correspondente (lado C). É no entanto importante realçar que a assimetria

registada para a parede SR2 é significativamente inferior à verificada para a parede SR1, não

sendo possível verificar que um dos lados é controlado por comportamento ao corte e o outro

pelo comportamento à flexão.

Deve ser notado que as diferenças obtidas relativamente à resistência lateral máxima das

paredes são mínimas. Nos ciclos de maior amplitude, após ter sido atingida a carga horizontal

máxima, verificou-se, em geral, a existência de pouca degradação da resistência para ambas

as paredes, tendo sido maior principalmente na direcção de deslocamentos negativos, para a

parede SR1, e alguma na direcção de deslocamentos positivos, para a parede SR2. Este factor

pode ser explicado pela ausência de calda de injecção nas zonas das paredes

correspondentes a tais direcções, uma vez que não se verificou um grande padrão de

fendilhação nestas regiões após as paredes terem sido submetidas ao ensaio cíclico sem a

calda.

64

4.5.3. Avaliação do Desempenho Sísmico

Na execução do projecto de avaliação e de reforço sísmico de estruturas existentes, é de

grande importância a análise do seu comportamento sísmico. Tendo em conta a complexidade

das estruturas antigas, existe a necessidade de avaliar os factores histeréticos que regem a

resposta sísmica, de forma a ser possível adoptar as medidas mais adequadas ou propor um

projecto mais seguro e económico. Deste modo, parâmetros como a ductilidade, a dissipação

de energia, a rigidez lateral, o coeficiente de amortecimento viscoso equivalente e os

deslocamentos normalizados (drifts) laterais, os quais caracterizam o comportamento das

diferentes paredes, são de grande interesse na avaliação do desempenho de uma estrutura

submetida a cargas cíclicas, sendo aqui apresentados e avaliados para as paredes

previamente analisadas.

4.5.3.1. Idealização bilinear

A resistência da parede obtida através dos ensaios de corte é usualmente apresentada sob a

forma de ciclos de histerese. De modo a quantificar o comportamento global da parede de

alvenaria submetida ao carregamento cíclico no plano, começa-se por avaliar os envelopes dos

ciclos de histerese então obtidos, assim como a sua idealização bilinear. O processo da

idealização bilinear tem sido muito referido na bibliografia como sendo um método simplificado

de avaliação dos parâmetros sísmicos de amostras de paredes de alvenaria submetidas a

cargas sísmicas (Shing et al., 1989) (Magenes e Calvi, 1997) (Bosiljkov et al., 2003) (EC8,

2009). É em particular importante se, para a avaliação sísmica de estruturas existentes, se

recorrer a análises estáticas não lineares (análises pushover).

De acordo com Tomazevic (1999), devem ser definidos três estados limite de forma a definir a

idealização bilinear do envelope da curva experimental (Figura 4.23). Assim, existe a

necessidade de definir o limite da fendilhação correspondente à fase onde surgem as primeiras

fendas significativas (Hcr, dcr), a resistência máxima obtida identificada a partir do par de pontos

(Hmax, dHmax) e o estado último que se encontra relacionado com o deslocamento máximo

atingido durante o ensaio cíclico e está associado ao ponto (Hdmax, dmax).

A rigidez inicial é calculada através da relação entre a força lateral, Hcr, e a deformação lateral,

dcr, de acordo com a seguinte expressão:

(4.1)

em que Hcr foi considerado como sendo 70% da resistência máxima, de acordo com o

regulamento Italiano (2008).

cr

cr

ed

HK

65

Figura 4.23 – Método utilizado para a obtenção da curva bilinear

idealizada.

Figura 4.24 – Curvas bilineares idealizadas para as paredes ensaiadas.

Relativamente à resistência última Hu da resposta bilinear idealizada, o seu cálculo foi realizado

tendo em conta o requisito de que a capacidade de dissipação de energia obtida

experimentalmente e através da resposta idealizada terão de ser iguais (Figura 4.23). Após o

cálculo da rigidez e da área sob o envelope da curva experimental Aenv, a resistência última

pode ser determinada a partir de (Tomazevic, 1999):

(4.2)

O deslocamento correspondente é calculado a partir da seguinte expressão:

(4.3)

De acordo com o que é proposto quer no regulamento Italiano (2008), como no EC8 (2009), o

deslocamento último idealizado (du) corresponde ao ponto onde a degradação de força é igual

a 80% da resistência máxima obtida. No caso das paredes ensaiadas, será utilizado o

deslocamento máximo dmax em vez de du, uma vez que não se verificou degradação

significativa da resistência nas paredes de alvenaria.

A ductilidade é outro factor de grande importância para a avaliação do comportamento sísmico

de estruturas localizadas em regiões sísmicas, já que se encontra directamente relacionado

com a capacidade da estrutura se deformar de forma não linear. A ductilidade é definida como

a relação entre o deslocamento final du e o deslocamento de cedência de (deslocamento limite

do comportamento elástico) definido no diagrama bilinear equivalente:

(4.4)

No trabalho presente, as envolventes monotónicas das curvas experimentais foram

determinadas a partir da curva que liga os pontos de carga máxima do ciclo de histerese, em

cada nível de deslocamento definido. Uma vez que se verificou pouca variação entre as três

0

20

40

60

80

0 10 20 30 40

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

SR1 SR2

e

env

euK

AddKH

22

maxmax

e

u

eK

Hd

e

u

d

d

66

repetições cíclicas durante os ensaios, as curvas envolventes tiveram em consideração apenas

o primeiro ciclo de cada deslocamento. Apesar dos diagramas de histerese não apresentarem

simetria, os factores acima referidos foram determinados para a parede no seu todo, não

fazendo distinção entre os dois lados de cada parede. Assim, a determinação dos vários

parâmetros apresentados na Tabela 4.2 fez-se de acordo com o apresentado na Figura 4.25,

onde se encontram representadas as curvas de envelope, os pontos correspondentes a 70%

da carga máxima (Hcr, dcr) e o segmento de recta que une tais pontos, em que o seu declive

corresponde à rigidez elástica da parede. As curvas bilineares de ambas as paredes são

apresentadas na Figura 4.24, sendo os valores fundamentais apresentados na Tabela 4.2.

Tabela 4.2 – Valores característicos dos envelopes de histerese.

Parede Hcr

[kN] dcr

[mm] Ke

[kN/mm] de

[mm] Hu

[kN] du

[mm] Hmax [kN]

dHmax [mm]

[-]

SR1 90,85 5,85 15,52 8,01 124,42 56,46 129,79 33,68 7,05

SR2 91,80 3,70 24,78 5,14 127,54 44,59 131,14 25,32 8,68

a)

b)

Figura 4.25 – Representação gráfica da determinação da rigidez elástica, Ke, para: a) parede SR1; b) parede SR2.

Através dos resultados obtidos foi possível verificar que a relação entre a carga última Hu e a

carga máxima Hmax é de , o que pode ser explicado pelo facto de as paredes SR1

e SR2 terem um comportamento misto de flexão/corte sem o domínio do comportamento puro

por corte, normalmente associado a uma degradação de resistência significativa.

Relativamente aos valores obtidos para a rigidez e ductilidade das paredes reforçadas com

calda de injecção, verificou-se que as diferenças não são muito grandes. Por outro lado, estes

parâmetros foram também determinados para os diferentes lados de cada parede, tendo-se

confirmado que, para o caso da parede SR1, não existem grandes diferenças entre os valores

y = 15,518x + 4,4263

-80

-40

0

40

80

-40 -20 0 20 40

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

Env. Positivo Env. Negativo

70% H_máx Linear (70% H_máx)

y = 24,778x - 15,453

-80

-40

0

40

80

-30 -10 10 30

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

Env. Positivo Env. Negativo

70% H_máx Linear (70% H_máx)

max96,0 HH

u

67

obtidos para a rigidez, ao contrário do apresentado para a parede SR2. Tal como a rigidez, é

na parede SR2 que se verifica uma maior diferença na ductilidade calculada. Todos estes

valores podem ser visualizados tanto na Figura 4.26, como a partir da Tabela 4.3. De notar que

os valores superiores de rigidez e ductilidade, apresentados para a parede SR2 quando

comparados com a parede SR1, podem ser explicados pela maior predominância do

comportamento de flexão em relação ao corte da mesma.

a) b)

c) d)

Figura 4.26 – Envelopes positivos e negativos, e curvas bilineares, para: a) e b) parede SR1; c) e d) parede SR2.

Tabela 4.3 – Valores característicos dos envelopes positivo e negativo.

Parede Ke

[kN/mm]

de

[mm]

Hu

[kN]

du

[mm]

Hmax

[kN]

dHmax

[mm]

[-]

SR1 Lado Negativo 14,13 4,34 61,28 26,41 64,37 26,41 6,09

Lado Positivo 17,18 3,68 63,14 30,05 65,42 10,96 8,17

SR2 Lado Negativo 36,22 1,89 68,34 18,30 69,90 10,55 9,70

Lado Positivo 18,21 3,25 59,20 26,29 61,24 14,78 8,09

-80

-60

-40

-20

0

-40-30-20-100

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

BI Envelope Negativo

0

20

40

60

80

0 10 20 30 40

Fo

rça [

kN

] Deslocamento [mm]

BI Envelope Positivo

-80

-60

-40

-20

0

-30-20-100

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

BI Envelope Negativo

0

20

40

60

80

0 10 20 30

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

BI Envelope Positivo

68

4.5.3.2. Dissipação de Energia e Coeficiente de Amortecimento

Outro parâmetro de grande influência na avaliação do comportamento sísmico de um elemento

estrutural encontra-se relacionado com a capacidade que este elemento tem para dissipar

energia durante um ensaio cíclico.

A energia que é dissipada em cada ciclo de carregamento, Ediss, é considerada e obtida a partir

do cálculo da área delimitada pelo envelope no diagrama carga-deslocamento (Figura 4.27a). A

energia necessária para deformar a parede até um deslocamento lateral imposto é denominada

como energia de entrada (input energy), Einp, e é determinada através da soma das áreas sob o

envelope positivo e negativo do ciclo de histerese, tal como está representado na Figura

4.27b).

a) Energia dissipada.

b) Energia de entrada (input energy).

Figura 4.27 – Avaliação da energia num ciclo de carga.

Deste modo, apresenta-se na Figura 4.28 a variação da energia dissipada para cada ciclo de

carga, para ambas as paredes, assim como a evolução da mesma com o aumento do

deslocamento normalizado lateral (drift), determinado através da relação entre o deslocamento

lateral obtido e a altura em que a força lateral é aplicada (Figura 4.29).

Figura 4.28 – Evolução da energia dissipada para cada ciclo de carga.

É possível verificar que a energia dissipada por ciclo está relacionada com o nível de danos,

uma vez que o seu valor tende a aumentar com o incremento dos deslocamentos laterais. De

facto, pela sua definição, elevada capacidade de dissipação de energia é equivalente a grande

0

400

800

1200

1600

2000

0 5 10 15 20 25 30 35

Dis

sip

aç

ão

de

En

erg

ia

[kN

.mm

]

Ciclo de carga

SR1 SR2

69

energia no interior do ciclo de histerese, algo adquirido se os deslocamentos permanentes se

desenvolverem (Vasconcelos, 2005). Por outro lado, é notável que a evolução da energia

dissipada não é directamente proporcional aos deslocamentos laterais. De referir que o súbito

aumento da energia dissipada está quase sempre associado à completa abertura de fendas

diagonais.

Figura 4.29 – Evolução da energia dissipada em função do deslocamento normalizado lateral (drift).

Ao comparar os valores obtidos para as duas paredes (SR1 e SR2), é possível verificar que

não existem grandes diferenças a referir, uma vez que a evolução da capacidade de dissipação

de energia para cada ciclo se revela idêntica para ambas as paredes. Esta conclusão está de

acordo com o esperado, já que as paredes revelaram, após a injecção de calda, uma

semelhante capacidade de carga. Outra conclusão a retirar dos valores obtidos, através da

observação dos gráficos apresentados, está relacionada com o modo de colapso das paredes.

O facto de se ter obtido modos de colapso mistos de flexão/corte, está de acordo com a falta

de linearidade observada no aumento da energia dissipada com o incremento dos

deslocamentos laterais.

O coeficiente de amortecimento viscoso equivalente está correlacionado com a dissipação de

energia. O amortecimento não é mais do que o processo pelo qual a vibração reduz

continuamente em amplitude (Chopra, 1995). Assim, o amortecimento viscoso equivalente é

determinado de acordo com a seguinte equação (Magenes e Calvi, 1997):

inin

diss

eqEE

E

2 (4.5)

onde Ediss é a energia dissipada e

ininEE e são as energias necessárias para deformar a

parede até ao deslocamento lateral imposto (input energies), sendo determinadas através das

áreas sob os envelopes positivos e negativo do ciclo de histerese (Figura 4.27b).

A partir da representação gráfica da evolução do coeficiente de amortecimento viscoso

equivalente em função do aumento do deslocamento lateral, apresentada na Figura 4.30,

0

400

800

1200

1600

2000

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50Dis

sip

aç

ão

de

En

erg

ia

[kN

.mm

]

Drift [%]

SR1 SR2

70

verifica-se que existe uma grande variação deste factor para baixos valores de deslocamento

lateral, enquanto que para valores superiores (deslocamento normalizados (drifts) entre

aproximadamente 0,5% e 2%), o amortecimento mantem-se sensivelmente constante e com

um valor médio próximo dos 8%.

Figura 4.30 – Evolução do amortecimento em função dos deslocamentos normalizados (drifts).

4.5.3.3. Degradação da Rigidez

De forma a avaliar a degradação de rigidez obtida durante os ensaios cíclicos de corte,

determinou-se a rigidez lateral para cada ciclo de carga, calculando assim o declive do

segmento de recta que une o ponto de origem às forças horizontais, mínima e máxima, de

cada ciclo, obtidas através do diagrama força-deslocamento (Zepeda et al., 2000). Neste caso,

serão apresentados apenas os valores médios da rigidez (Figura 4.31), isto é, calculada

através da média entre os declives correspondentes às zonas negativa e positiva do diagrama.

Figura 4.31 – Evolução da rigidez lateral em função dos deslocamentos normalizados (drifts).

A partir do gráfico representado na figura anterior, é possível verificar uma diminuição

significativa dos valores de rigidez à medida que os deslocamentos laterais aumentam. Porém,

a principal degradação da rigidez das paredes surge para deslocamentos normalizados laterais

baixos, nomeadamente para valores inferiores a 1%, mantendo-se aproximadamente constante

para valores maiores de deslocamentos.

0

4

8

12

16

20

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50

Am

ort

ec

ime

nto

[%

]

Drift [%]

SR1 SR2

0

10

20

30

40

50

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50 3,00

Rig

ide

z L

ate

ral [k

N/m

m]

Drift [%]

SR1 SR2

71

4.6. Comparação com as Paredes Sem Reforço

De forma a ser possível avaliar o efeito da calda, quando utilizada como reforço de paredes de

alvenaria, é feita agora uma comparação dos resultados apresentados anteriormente com os

obtidos nos ensaios cíclicos realizados às mesmas paredes sem calda injectada. A discussão é

feita para cada parede, de forma individual. É importante lembrar que a calda foi injectada

depois de cada parede ter sido submetida a um ensaio cíclico e de ter ficado sujeita a danos

muito significativos.

4.6.1. Primeira Parede (S1 e SR1)

O número de fendas, assim como a sua distribuição, no final do ensaio à parede S1 (Figura

4.32), permitiu que a calda injectada tivesse uma boa penetração, com uma quantidade da

calda injectada maior do que a verificada na parede S2.

A partir do modo de colapso das paredes S1 e SR1, apresentado na Figura 4.32 e na Figura

4.33, respectivamente, é possível verificar que a calda penetrou por toda a fenda diagonal que

liga o canto superior esquerdo ao centro do lado A da parede S1, uma vez que, tal como se

pode observar na Figura 4.33a), a parede SR1 não apresenta qualquer fenda na mesma zona

após a realização do ensaio cíclico. A maior fendilhação, e a ocorrência de fendas de dimensão

significativa, no final do ensaio da parede SR1, verifica-se na zona inferior da parede, situação

já esperada, visto que as fendas existentes na região inferior da parede S1 apresentavam uma

abertura insignificante, e na fase de reparação/reforço da parede S1 não foi possível injectar

calda nessa zona.

a)

b)

Figura 4.32 – Parede S1 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B.

72

a)

b)

Figura 4.33 – Parede SR1 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B.

Os diagramas de força-deslocamento, apresentados na Figura 4.34, mostram a grande

semelhança de comportamento entre as duas paredes, verificando-se uma degradação

significativa da parede SR1 quando submetida a deslocamentos laterais negativos (no sentido

da esquerda para a direita). Este resultado está de acordo com o comportamento e o modo de

colapso desta parede, onde se verificou claramente uma fenda diagonal, reveladora de um

comportamento ao corte.

Relativamente à resistência global da parede, obteve-se uma força total máxima de 136,54 kN

para a parede S1, e 130,12kN para a parede SR1, o que perfaz uma diminuição de cerca de

5%. Estes resultados mostram que, tal como verificado, com a injecção da calda estudada foi

possível recuperar a resistência inicial do elemento estrutural, após o mesmo ter sofrido

grandes danos.

a)

b)

Figura 4.34 – Diagramas força-deslocamento: a) parede SR1; b) parede S1.

Relativamente à rigidez das paredes, a parede não reforçada com calda (S1) apresentou uma

rigidez elástica, Ke, de 17,25kN/mm, enquanto que para a parede reforçada (SR1) foi de

15,52kN/mm. A ductilidade da mesma foi de 7,39 inicialmente, tendo-se obtido 7,05 para a

-120

-80

-40

0

40

80

-40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

-120

-80

-40

0

40

80

-40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

73

parede SR1. A diminuição verificada para ambos os parâmetros, antes e depois do reforço

aplicado, é insignificante, estando de acordo com o que referido, isto é, que a calda conseguiu

que a parede recuperasse quase na totalidade as características iniciais da parede. As

representações bilineares, assim como a representação dos envelopes, para ambas as

paredes são apresentadas na Figura 4.35 e na Figura 4.36, respectivamente. Também para

estes resultados é possível mostrar a proximidade de valores obtidos para as duas paredes.

Figura 4.35 – Representação bilinear das paredes SR1 e S1.

Figura 4.36 – Envelope das paredes SR1 e S1.

A dissipação de energia por ciclo apresentou valores superiores para a parede SR1, tal como é

possível visualizar na Figura 4.37. Este factor encontrar-se de acordo com o esperado, pois

que a parede SR1 apresentou maior fendilhação e nos ciclos histeréticos apresentados na

Figura 4.34, é visível que os ciclos correspondentes à parede SR1 dissipam mais energia que

os da parede S1. Não obstante, é possível observar que as diferenças não são muito grandes,

sendo que a energia dissipada da parede SR1 é praticamente a mesma que a da parede S1

para valores de deslocamento baixos, isto é, ambas as paredes apresentam aproximadamente

a mesma capacidade de dissipação de energia até cerca do 15.º ciclo de carga. Durante os

ensaios, verificou-se que as paredes revelaram um comportamento semelhante até esta fase.

a)

b)

Figura 4.37 – Evolução da energia dissipada em cada ciclo de carga: a) em funções do ciclo de carga; b) em função dos deslocamentos normalizados laterais (drifts).

A falta de linearidade está de acordo, novamente, com o modo de colapso obtido para ambas

as paredes, as quais apresentaram tanto comportamento por flexão, como por corte.

0

40

80

120

160

0 20 40 60

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

SR1 S1

-100

-60

-20

20

60

100

-40 -20 0 20 40F

orç

a [

kN

]

Deslocamento [mm]

SR1 S1

0

500

1000

1500

2000

0 10 20 30 40

En

erg

ia D

issip

ad

a [

kN

mm

]

Ciclo de Carga

SR1 S1

0

500

1000

1500

2000

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50En

erg

ia D

issip

ad

a [

kN

mm

]

Drift [%]

SR1 S1

74

Uma vez que o coeficiente de amortecimento viscoso equivalente encontra-se correlacionado

com a dissipação de energia, seria de esperar que a parede SR1 apresente valores superiores

aos da parede S1, sendo este factor verificado a partir da Figura 4.38. A evolução do valor do

amortecimento equivalente, com o aumento do deslocamento lateral, é semelhante para ambas

as paredes, ou seja, verifica-se uma grande diminuição desse factor para baixos níveis de

deslocamento, mantendo-se sensivelmente constante quando os valores de deslocamento são

superiores.

Figura 4.38 – Coeficiente de amortecimento equivalente para as paredes SR1 e S1.

Figura 4.39 – Degradação da rigidez para as paredes SR1 e S1.

No que diz respeito à degradação da rigidez lateral, representada na Figura 4.39, esta

apresenta valores muito semelhantes ao longo do incremento de deslocamento, apresentando,

também, a mesma evolução para ambas as paredes. Assim, e de acordo com o verificado nas

paredes, é possível concluir que a calda injectada permitiu que o elemento estrutural adquirisse

as características iniciais.

4.6.2. Segunda Parede (S2 e SR2)

A parede S2, no final do ensaio cíclico de corte, não apresentava grande padrão de

fendilhação, sendo que as fendas apresentadas eram de pequena espessura, tal como é

possível observar na Figura 4.40. É possível afirmar, desde já, que não seria esperado um bom

resultado neste caso, no que diz respeito ao efeito da calda como método de reforço, pois a

quantidade de calda injectada foi pouca. Uma vez que estas paredes (S1 e S2) foram

construídas com algum cuidado, a disposição dos elementos estruturais foi realizada de forma

a que não existissem vazios no seu interior. Deste modo, a injecção e penetração da calda

apenas seria possível se, após os primeiros ensaios, surgissem um grande padrão de

fendilhação, e preferencialmente que as fendas apresentassem maiores dimensões em termos

da sua abertura.

A Figura 4.41 ilustra o aspecto da parede SR2 após a conclusão do ensaio. É possível

visualizar que, no lado A da parede (Figura 4.41a), o padrão de fendilhação é semelhante ao

apresentado no lado A da parede S2 (Figura 4.40a), sendo a grande diferença visível nas

dimensões das aberturas das fendas, as quais são superiores na parede SR2. Relativamente

ao lado B, as pedras que caíram após o primeiro ensaio, no canto inferior direito (ver Figura

0

5

10

15

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50

Am

ort

ecim

en

to [

%]

Drift [%]

SR1 S1

0

10

20

30

0,00 1,00 2,00 3,00

Rig

idez [

kN

/mm

] Drift [%]

SR1 S1

75

4.40b), foram repostas com argamassa de cal hidráulica, deixando um espaço vazio maior de

forma a colocar um tubo de injecção naquela zona, injectando assim a calda. Assim se

comprovou o bom comportamento da calda quando injectada, uma vez que, tal como se pode

observar na Figura 4.41b), as mesmas unidades de pedra não voltaram a cair após o segundo

ensaio.

De salientar que no processo de desmontagem do esquema de ensaio da parede SR2, esta

sofreu um corte ao longo da sua diagonal, sendo possível verificar que, na realidade, a

quantidade de calda no interior do elemento era praticamente nula.

a)

b)

Figura 4.40 – Parede S2 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B.

a)

b)

Figura 4.41 – Parede SR2 no final do ensaio cíclico: a) lado A; b) lado B.

76

Os diagramas de força-deslocamento, apresentados na Figura 4.42, mostram a grande

diferença existente na capacidade resistente das duas paredes, apresentando maior

degradação para deslocamentos laterais positivos. Note-se que surgiu um problema de leitura

(provocado pelo contacto entre o macaco hidráulico e o fio de curso), na parte final do ensaio

da parede S2, não sendo possível realizar uma verdadeira análise da zona correspondente aos

deslocamentos impostos positivos (Figura 4.42b). Ainda assim, com o intuito de realizar uma

base de comparação da capacidade resistente das paredes ensaiadas, determinou-se uma

resistência global da parede S2 de cerca de 151,12kN, sendo de 131,14kN para a parede SR2

(a força máxima positiva da parede S2 foi determinada de forma aproximada, admitindo um

valor de aproximadamente 60kN, isto é, ignorando o erro na leitura dos valores), perfazendo

uma diminuição de cerca de 13%.

a)

b)

Figura 4.42 – Diagramas força-deslocamento: a) parede SR2; b) parede S2.

A determinação da curva bilinear idealizada foi realizada tendo em conta apenas os resultados

obtidos para os deslocamentos impostos da esquerda para a direita, os quais correspondem a

deslocamentos negativos nos diagramas força-deslocamento. A Figura 4.43 mostra que a

rigidez determinada para a parede S2 é superior, como esperado, à calculada para a parede

SR2. A parede S2 apresenta uma rigidez de 96,68kN/mm, a qual diminui para 24,78kN/mm

(parede SR2), enquanto a ductilidade baixou de 39,84 (parede S2) para 8,68 (parede SR2). A

Figura 4.44 apresenta o envelope determinado apenas para a parte negativa do diagrama

força-deslocamento.

Figura 4.43 – Representação bilinear das paredes SR2 e S2.

Figura 4.44 – Envelope negativo das paredes SR2 e S2.

-100

-50

0

50

100

-40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40

Fo

rça [

kN

]

Desloamento [mm]

-100

-50

0

50

100

-40 -30 -20 -10 0 10 20 30 40

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

-100

-80

-60

-40

-20

0

-40-30-20-100

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

SR2 S2

-100

-80

-60

-40

-20

0

-40-30-20-100

Fo

rça [

kN

]

Deslocamento [mm]

SR2 S2

77

Tendo em conta que o padrão de fendilhação apresentado pela parede SR2 foi muito superior

ao verificado na parede S2, a dissipação de energia será superior para a parede SR2, tal como

se observa na Figura 4.45. À semelhança do que se observou para a primeira parede, não

existem grandes diferenças na evolução da energia dissipada ao longo do incremento do

deslocamento, sendo os valores praticamente iguais nos primeiros ciclos de carga, sobretudo

até cerca do 15.º ciclo de carga.

a)

b)

Figura 4.45 – Evolução da energia dissipada em cada ciclo de carga: a) em funções do ciclo de carga; b) em função dos deslocamentos normalizados laterais (drifts).

Claramente a parede SR2 apresentará maiores valores para o coeficiente de amortecimento

viscoso equivalente (Figura 4.46). Verifica-se uma maior diminuição de valores de

amortecimento, para baixos valores de deslocamento, para a parede SR2, uma vez que esta

apresentou as primeiras fissuras mais cedo que a parede S2.

Figura 4.46 – Coeficiente de amortecimento para as paredes SR2 e S2.

Figura 4.47 – Degradação da rigidez para as paredes SR2 e S2.

A degradação da rigidez lateral, apresentada na Figura 4.47, tem um valor inicial muito maior

para a parede S2. Todavia, para deslocamentos normalizados (drifts) superiores a 0,5%,

verifica-se que os valores de rigidez lateral são semelhantes para ambas as paredes, assim

como a sua degradação ao longo de cada ciclo de carga.

Importa salientar uma vez mais que a comparação das características obtidas para esta parede

(S2 e SR2) não está totalmente correcta, uma vez que os valores relativos à parede S2 dizem

respeito apenas aos deslocamentos impostos num sentido (deslocamentos negativos), não

tendo sido possível uma avaliação global deste elemento de alvenaria.

0

500

1000

1500

2000

0 10 20 30 40

En

erg

ia D

issip

ad

a[k

Nm

m]

Ciclo de Carga

SR2 S2

0

500

1000

1500

2000

0,0 0,5 1,0 1,5 2,0 2,5

En

erg

ia D

issip

ad

a [

kN

mm

]

Drift [%]

SR2 S2

0

5

10

15

20

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50

Am

ort

ecim

en

to [

%]

Drift [%]

SR2 S2

0

20

40

60

80

100

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50

Rig

idez [

kN

/mm

]

Drift [%]

SR2 S2

78

4.7. Conclusões

A reabilitação e o reforço de edifícios antigos de alvenaria representam uma das tarefas mais

importantes para muitas cidades localizadas em regiões de intensa actividade sísmica,

incluindo Lisboa. Nesse sentido, existe a necessidade de realizar um estudo completo de

identificação e inspecção dos elementos estruturais dos edifícios antigos de alvenaria,

especialmente para os edifícios Placa, visto os estudos deste tipo serem ainda muito escassos.

Como tal, esta campanha experimental teve como principal objectivo avaliar a eficácia da

técnica de reforço de paredes de alvenaria através da injecção da calda seleccionada e

avaliada na secção 3 do presente trabalho.

Com esse propósito, duas paredes de alvenaria de pedra calcária, com argamassa de cal

hidráulica, foram submetidas ao processo de injecção de calda, sendo posteriormente

ensaiadas através da aplicação de deslocamentos horizontais cíclicos no topo, seguindo os

principais conceitos presentes na norma ASTM (2002) e no trabalho de Vasconcelos (2005).

A partir dos ensaios cíclicos foi possível obter os modos de colapso e diagramas de histerese

força-deslocamento horizontal, para posterior avaliação do desempenho sísmico de paredes de

alvenaria de pedra irregular, típicas da última fase de construção tradicional de edifícios antigos

em Lisboa. A partir dos diagramas força-deslocamento horizontal, foram definidos os envelopes

experimentais e determinados os valores de resistência máxima lateral, rigidez e ductilidade,

assim como a capacidade de dissipação de energia, para ambas as paredes. Foi realizada a

comparação destes parâmetros com os mesmos obtidos para as paredes não reforçadas

(Milosevic et al., 2014).

Os ensaios cíclicos permitiram avaliar a influência da técnica de reforço por injecção de calda

no comportamento das paredes de alvenaria sob acções horizontais cíclicas. A comparação

entre os resultados obtidos para as paredes não reforçadas e reforçadas com injecção,

permitiu concluir que esta técnica de reforço, utilizando a calda seleccionada e estudada na

secção anterior do presente trabalho, possibilitou, de uma forma global, recuperar as

características iniciais dos elementos estruturais de alvenaria, após terem sido submetidos a

ensaios cíclicos.

A partir dos ensaios realizados às paredes não reforçadas (S1 e S2) e, posteriormente, às

mesmas reforçadas com calda (SR1 e SR2), verificou-se que o processo de injecção trata-se

de uma técnica bem-sucedida em paredes de alvenaria que apresentem uma rede

comunicante entre os vazios e onde o índice de vazios esteja compreendido entre os 2% e os

15%. Abaixo de 2%, segundo Valluzzi (2000), ou 4%, segundo Binda et al. (2006), e no caso

de vazios de pequenas dimensões, tal como foi possível verificar no caso da parede S2/SR2, a

injecção não é aplicável ou é pouco eficaz, havendo necessidade de recorrer a técnicas

combinadas ou alternativas (Valluzzi, 2000).

79

Deste modo, conclui-se que a parede S2/SR2 não constituiu um bom exemplo para aplicar a

calda através do processo de injecção e os resultados obtidos necessitam ser analisados com

algum cuidado. Contudo, ao investigar os resultados obtidos para a parede SR1, foi possível

verificar um bom comportamento do elemento quando submetido ao ensaio cíclico,

demonstrando-se o bom desempenho da calda, uma vez que esta parede recuperou as

características iniciais (apresentadas pela parede S1).

As conclusões retiradas após a avaliação da calda quando injectada em paredes de alvenaria

encontram-se de acordo com as conclusões apresentadas em 3.4, onde se verificou que a

calda apresentava uma boa penetrabilidade em meio poroso com determinada percentagem de

vazios conectados entre si.

81

5. Edifício Placa em Estudo – Modelação Numérica

5.1. Introdução

Neste capítulo começa-se pela apresentação do edifício Placa seleccionado para este estudo.

A partir das ferramentas disponíveis, nomeadamente memória descritiva e justificativa e peças

desenhadas, assim como inspecções visuais realizadas a partir de visitas feitas ao edifício, é

efectuada uma breve descrição da estrutura de alvenaria antiga em estudo, dando relevância

aos elementos estruturais que o constituem.

Posteriormente, será realizada uma análise das características mecânicas utilizadas na

definição dos materiais, dos valores de massa admitidos para os constituintes do edifício, dos

elementos utilizados na modelação e, por último, à descrição do processo de calibração do

modelo com base num ensaio de caracterização dinâmica. Necessariamente, as hipóteses

consideradas devem reflectir uma aproximação aceitável do comportamento real do edifício, já

que a qualidade do modelo de análise é essencial para uma adequada avaliação sísmica do

mesmo.

A modelação foi realizada com recurso a um programa de cálculo automático denominado

SAP2000 (SAP2000, 2011), o qual tem por base o método dos elementos finitos. Este método

numérico permite obter soluções aproximadas para a maioria dos problemas de Engenharia

que implicam o recurso a equações diferenciais, que são de difícil resolução. O início desta

metodologia de análise é marcado por uma discretização da estrutura, através da criação de

uma malha de elementos finitos, a qual deve ser realizada de forma a não se criarem grandes

discrepâncias nas dimensões dos elementos, evitando-se alguns problemas numéricos.

5.2. Caso de Estudo

Um edifício de referência do período de construção de edifícios Placa foi escolhido, servindo de

base a este trabalho, sendo possível a sua modelação e posterior estudo da sua

vulnerabilidade sísmica.

O edifício pretendido deveria ser um edifício Placa típico, com elementos estruturais mistos de

alvenaria e betão, sendo a sua principal característica a laje de betão, ao invés de pavimento

de madeira presente nos edifícios de alvenaria antecessores. De acordo com o apresentado na

secção 2.3, o edifício em estudo enquadra-se no tipo D dos edifícios Placa com a tipologia de

“Rabo de Bacalhau”.

82

O edifício seleccionado possui poucos elementos estruturais em betão armado, fazendo parte

do início do período de construção dos edifícios Placa. Os outros requisitos pretendidos, de

cariz mais prático, seriam a existência de elementos de apoio, tais como plantas ou registos do

projecto inicial, a existência da possibilidade de o visitar, de forma a ser possível identificar com

maior exactidão os materiais e as dimensões, verificando possíveis alterações estruturais

realizadas ao longo dos anos.

O edifício Placa utilizado para este estudo é um edifício de habitação que foi concluído em

1944. Encontra-se localizado na Rua Augusto Gil n.º 10, que pertence à freguesia São João de

Deus, próximo do Campo Pequeno e da Câmara Municipal de Lisboa (Figura 5.1).

Figura 5.1 – Localização do edifício Placa em estudo (a verde) (Google Maps, 2013).

5.3. Caracterização Geral

O edifício em estudo é constituído por uma semi-cave, um piso térreo e três pisos elevados. O

pé-direito é variável, tomando o valor de 3,25m no rés-do-chão e 1.º andar, e diminuindo para

3,00m nos restantes pisos.

A análise deste edifício foi realizada tendo por base o acesso a excertos do projecto original,

em que incluía as plantas, desenhos da fachada e alçado posterior, um corte a toda a altura do

edifício e, ainda, os detalhes das peças em betão armado (Figura 5.4 a Figura 5.2). Esta

documentação pode ser consultada no anexo VI. De forma a completar toda a informação

disponível, foram realizadas algumas visitas ao edifício, efectuando-se um levantamento

fotográfico e comparando a estrutura visualizada com as plantas originais, não tendo sido

permitido a visita ao interior das habitações existentes.

83

Figura 5.2 – Corte A-B (Memória Descritiva, 1943).

Figura 5.3 – Planta dos pisos elevados (Memória Descritiva, 1943).

Figura 5.4 – Desenho da fachada (Memória Descritiva, 1943).

Outro elemento antigo a que se teve acesso foi a algumas fotografias da fachada e da

cobertura em 2002 (Figura 5.5). Por comparação com uma fotografia actual (Figura 5.6), é

possível verificar que o edifício foi alvo de reparações, as quais, em princípio, não alteraram as

suas características estruturais. Uma vez que não se tem certezas acerca desse factor, o

estudo do edifício será realizado tendo por base o projecto inicial, admitindo-se, assim, que o

edifício não sofreu qualquer alteração estrutural.

84

Figura 5.5 – Fotografia da fachada em 2002.

Figura 5.6 – Fachada em 2013.

O edifício Placa em estudo encosta, ao longo da sua empena à esquerda de quem entra no

edifício, num edifício semelhante, da mesma época. Do lado direito, é possível encontrar-se um

edifício mais recente, de betão armado. As acessibilidades aos diferentes pisos são

asseguradas através de duas escadas, uma de betão armado, de serviço, no tardoz do edifício,

e outra de madeira, localizada no centro do mesmo. O acesso da porta de entrada ao rés-do-

chão é assegurado por uma escada em pedra, como é comum neste tipo de edifícios. Tanto o

logradouro, como as escadas de serviço, têm outro acesso garantido por uma passagem de

serviço que dá também acesso à antiga habitação da porteira (ao nível da cave).

5.4. Elementos Estruturais

A definição dos elementos estruturais presentes no edifício em estudo foi realizada a partir do

projecto original, uma vez não ter sido possível nem a realização de ensaios destrutivos e

semi-destrutivos, nem análises in-situ aprofundadas do edifício, de modo a ser possível

verificar a constituição dos elementos do edifício.

5.4.1. Fundações

As fundações existentes foram executadas de forma contínua ao longo de todas as paredes de

alvenaria, sendo a sua espessura aumentada na base para cerca do dobro da espessura das

paredes. A profundidade das fundações toma valores mínimos de 0,30m a 0,50m, até atingir

solo de fundação firme. Visto existirem pilares na zona posterior do edifício, as fundações

destes elementos estruturais foram também efectuadas em betão armado. A planta das

fundações é apresentada na Figura 5.7.

85

Figura 5.7 – Planta das fundações (Memória Descritiva, 1943).

5.4.2. Paredes

Neste edifício foram utilizados quatro tipos de materiais para a realização das paredes. As

paredes exteriores das fachadas foram construídas em alvenaria de pedra irregular,

verificando-se uma diminuição progressiva da sua espessura em altura. A parede da fachada

apresenta uma espessura de 0,80m ao nível da cave, reduzindo para 0,40m ao nível do

terceiro piso.

A principal função das paredes exteriores do edifício consiste em resistir às cargas verticais

(gravíticas) e horizontais (acção do vento e acção sísmica), sendo constituídas por elementos

rígidos e pesados, com muita reduzida resistência à tracção.

As paredes de empena são constituídas por alvenaria de blocos de betão em todos os pisos, à

excepção da cave, onde as paredes são de alvenaria de pedra. Estas paredes possuem uma

espessura de 0,30m, sendo compartilhadas com os edifícios adjacentes.

Quanto às paredes interiores, verifica-se a utilização de alvenaria de tijolos maciços e de tijolos

furados. Estas paredes têm espessuras de 0,15m e 0,25m, no caso de paredes construídas a

meia vez e uma vez de alvenaria de tijolo, respectivamente. As paredes que constituem a caixa

de escadas, as que definem a divisão de habitações e as que suportam as cargas dos

pavimentos são construídas a uma vez de tijolo furado. As divisórias que não suportam as

cargas dos pavimentos e todas as paredes de compartimentação dos dois andares superiores,

foram executadas a meia vez de tijolo furado. O tijolo maciço, para além de ser utilizado em

algumas das paredes da cave, foi também empregue nas divisórias das zonas de maior

humidade, as cozinhas e as instalações sanitárias.

86

5.4.3. Elementos de Betão Armado

Os elementos em betão armado, presentes na zona posterior do edifício, eram dimensionados

apenas para resistir às cargas verticais, apresentando as dimensões mínimas necessárias.

Neste edifício, é possível verificar que o betão armado foi utilizado em vigas existentes na

cave, nas varandas e marquises, na escada secundária, inclusive nos pilares que lhe servem

de apoio, e também em parte do pavimento do edifício.

5.4.4. Pavimento

O pavimento do edifício é composto por dois tipos de materiais: madeira e betão armado. O

pavimento de betão armado, presente na zona saliente da planta, constituída pelas casas de

banho, cozinhas e quartos das empregadas, é composto por uma laje fina de betão armado

(com 0,10m de espessura). Esta laje apresenta uma camada de armadura longitudinal em

ambas as direcções ortogonais em planta. O revestimento, neste caso, é composto por

mosaicos hidráulicos.

No bloco principal do edifício, o pavimento é constituído por vigas de madeira, dispostas

perpendicularmente às fachadas, a toda a profundidade. O travamento destas vigas é

conseguido através da disposição de tarugos, com a função de evitar a deformação transversal

e a torção devido à secagem da madeira. As vigas têm 0,18m de altura e 0,08m de largura,

possuindo um espaçamento de 0,40m, medido ao eixo. Sobre o piso é colocado um

revestimento de tábuas de solho com 0,023m de espessura.

O pavimento apresenta uma espessura global de cerca de 0,30m, apoiando-se directamente

nas paredes exteriores e interiores. O tecto é formado por um reboco (estuque) fixo num ripado

de madeira, e sobre placas de estafe.

5.4.5. Cobertura

A cobertura do edifício consiste em telhas cerâmicas do tipo Marselha, suportadas por uma

estrutura de madeira composta por asnas com vão superior a 10m, apoiando nas paredes

exteriores, e madres com o respectivo contraventamento (Figura 5.8).

87

Figura 5.8 – Estrutura de madeira da cobertura do edifício (2002).

5.4.6. Escadas

A escada principal, situada no centro do edifício, é construída por uma estrutura de madeira,

apresentando compatibilidade com o pavimento de madeira. No que diz respeito à escada

secundária, localizada na parte de trás do edifício, esta foi construída em betão armado, tal

como é possível observar na Figura 5.9.

Figura 5.9 – Escada secundária, presente a tardoz do edifício.

5.5. Definição do Modelo de Análise

5.5.1. Características Mecânicas dos Materiais

A modelação do edifício seleccionado para este estudo teve início com a definição das

características mecânicas dos materiais constituintes, assim como dos valores da carga

permanente e da sobrecarga nos pavimentos. A definição das características dos materiais

deveria ser efectuada com base em ensaios in situ realizados nos elementos constituintes da

estrutura. Contudo, uma vez que o edifício se encontra habitado, não se tornou possível a

realização de quaisquer ensaios intrusivos ou semi-intrusivos, razão pela qual os valores

88

considerados no modelo foram estimados com base em estudos desenvolvidos em edifícios

com características semelhantes, assim como valores de referência indicados no regulamento

italiano (NTC, 2008). Estes valores foram, posteriormente, submetidos a calibração, tendo em

conta os resultados obtidos a partir da caracterização dinâmica realizados in situ por Oliveira

(1997) (Oliveira e Navarro, 2010).

Na modelação foram definidos os diversos materiais correspondentes às paredes do edifício,

ou seja, a alvenaria de pedra irregular, presente nas paredes de fachada, a alvenaria de blocos

de cimento, correspondente às empenas, e as alvenarias de tijolo furado e de tijolo maciço,

presentes nas paredes interiores. Para além disso foi definido o betão e o aço, presentes nas

lajes, algumas vigas e pilares, existentes na zona posterior do edifício. Para a definição de

cada material, e atendendo a que se vai realizar uma análise dinâmica linear, é necessário a

indicação, no programa de elementos finitos, do peso volúmico, módulo de elasticidade,

coeficiente de Poisson e coeficiente de amortecimento.

A alvenaria é um material heterogéneo, anisotrópico e descontínuo, sendo as suas

propriedades condicionadas, de forma considerável, pela técnica construtiva e pelo estado de

conservação. Por outro lado, a sua anisotropia está também relacionada com a existência de

juntas de argamassa que ligam os tijolos ou as pedras que constituem a parede.

A definição exacta das alvenarias é difícil, devendo-se, tal facto, à degradação ao longo de

quase um século de uso, com pouca ou até mesmo nenhuma manutenção. Outro aspecto

condicionante trata-se do desconhecimento do seu processo de construção, em conjunto com

o pouco controlo de qualidade característico daquela época. Estas são as razões que

conduzem a uma grande dispersão das suas propriedades mecânicas.

O valor do módulo de elasticidade adoptado neste trabalho trata-se de um valor médio,

representativo do comportamento global da parede e não de um elemento isolado de alvenaria.

A identificação deste parâmetro foi realizada com grande precaução, uma vez que se trata de

uma grandeza que influencia directamente as frequências/períodos de vibração, condicionando

a resposta dinâmica do edifício. Tendo em conta a heterogeneidade das alvenarias, é possível

verificar, na bibliografia consultada, diversos valores propostos para o módulo de elasticidade,

consoante as condições da sua determinação.

Sendo este parâmetro determinante na adequação do modelo à realidade, os valores iniciais

referentes aos módulos de elasticidade basearam-se nos valores apresentados na Norma

Italiana (NTC, 2008), já que resultam de um estudo intensivo realizado através de diversos

ensaios a paredes reais.

De salientar que a alvenaria das fachadas dos edifícios antigos em Lisboa era tipicamente

construída com pedra de origem calcária, apesar de não ser um factor referido de forma

89

explícita na Memória Descritiva do edifício em estudo. Quanto à argamassa utilizada, verifica-

se que é usual, em edifícios Placa, a utilização de argamassa à base de cimento e areia na

construção das paredes de fachadas, e o uso de argamassa à base de cal e areia nas paredes

interiores. Segundo a Memória Descritiva (1943), foi empregue argamassa de cimento em

todas as paredes do edifício.

Relativamente à madeira, o seu estado de conservação é um dos aspectos relevantes para a

sua caracterização, sendo a variação do teor de água também responsável por efeitos

negativos neste material, podendo mesmo conduzir a empenamento e deformação.

O tipo de madeira que se encontra com maior frequência em edifícios de alvenaria antigos,

como é o caso dos edifícios Placa, é o pinheiro bravo. De acordo com a descrição do projecto

original do edifício foi esta a madeira utilizada, razão pela qual as suas características foram

adoptadas nesta modelação.

Na Memória Descritiva, o betão armado encontra-se designado por “cimento armado”, devendo

se encontrar de acordo com os conceitos referidos no Regulamento de Betão Armado da

época, 1935 (RGCU, 1930).

Os cálculos justificativos pertencentes ao projecto do edifício mostram apenas o peso volúmico

do betão utilizado, sendo que para as restantes propriedades mecânicas foram considerados

os valores que se encontram nos Regulamentos de Betão Armado da época, para o betão

B180 (REBA, 1967). Este betão corresponde actualmente ao C15/20 (EC2-1, 2010).

O regulamento de 1935 refere que o aço possui uma tensão máxima de ruptura superior a

3700kgf/cm2. Deste modo, utilizou-se o antigo aço A24 (REBA, 1967) como material empregue

no edifício em estudo, o qual corresponde ao aço actual A235 (EC2-1, 2010). Salienta-se que

na época de construção do edifício, os varões de aço utilizados apresentavam uma superfície

lisa, sendo as suas dimensões designadas em centímetros.

Relativamente ao coeficiente de Poisson, e de acordo com diversos estudos realizados em

edifícios de alvenaria com características semelhantes, foi adoptado um valor de 0,2 para todos

os materiais definidos.

Portanto, na tabela seguinte são resumidos os valores assumidos na definição inicial das

características mecânicas dos materiais do modelo.

90

Tabela 5.1 – Propriedades dos materiais utilizados no modelo.

Material Local

Peso

volúmico,

Módulo de Elasticidade, E

Coeficiente

de Poisson,

[kN/m3] [GPa] [ - ]

Alvenaria de Pedra Fachadas 19 1,0 0,2

Alvenaria de Tijolo Furado

Paredes interiores

12 1,2 0,2

Alvenaria de Tijolo Maciço

Paredes interiores

18 1,5 0,2

Alvenaria de Blocos de Cimento

Paredes de empena

14 2,0 0,2

Madeira Pavimentos e

cobertura 7 6,0 0,2

Betão Armado Vigas, pilares e pavimentos

24 29,0 0,2

5.5.2. Definição da Massa dos Elementos

A massa total do edifício será determinante para a definição da resposta do mesmo à acção

sísmica, pois influencia as características dinâmicas do edifício. Deste modo, a identificação de

todas as massas envolvidas deve ser realizada de forma cuidadosa, tal como a sua distribuição

(Azevedo e Proença, 1991).

O edifício em estudo encontra-se habitado sendo que, para além de se considerar a massa dos

elementos de construção, ter-se-á de considerar as cargas correspondentes ao tipo de

utilização. Os valores das massas foram retirados da Memória Descritiva (1943), das Tabelas

Técnicas (Ferreira e Farinha,1974) e da restante bibliografia consultada (Branco, 2007)

(Candeias, 2008) (Monteiro e Bento, 2012b).

Na modelação considerou-se a massa de todos os componentes da estrutura na definição do

próprio material, à excepção da laje em betão armado, a qual foi considerada, de forma

aproximada, que se comportava como um diafragma rígido, sendo a massa equivalente

aplicada no seu centro de massa.

Os valores dos pesos dos elementos acima mencionados encontram-se resumidos na Tabela

5.2. Estes valores serão utilizados para definir a densidade de massa e peso dos elementos

que modelam o pavimento, conforme descrito a seguir.

91

Tabela 5.2 – Peso distribuído nos pisos e cobertura.

Zona Peso Próprio

[kN/m2]

Restante Carga

Permanente

[kN/m2]

Sobrecarga

[kN/m2]

Pavimento de Madeira 0,70

0,60 2,00

Pavimento de Betão 2,40 0,60 2,00

Cobertura 1,20 0,60 0,40

5.5.3. Elementos Utilizados na Modelação

A modelação do edifício foi realizada, como referido, com recurso a diversos elementos finitos

existentes no programa de cálculo automático SAP2000 (SAP2000, 2011). Como se vai

recorrer a uma análise dinâmica linear, cada componente estrutural do edifício foi modelado

com o elemento que apresentasse o comportamento mais adequado. Deste modo, utilizaram-

se elementos de placa e de barra.

5.5.3.1. Paredes

As paredes de alvenaria do edifício foram modeladas através de elementos bidimensionais de

quatro nós com seis graus de liberdade por nó, ou seja, elementos de casca (shell-thick no

programa de cálculo SAP2000). A utilização destes elementos, ao invés dos tridimensionais,

tem como principal objectivo simplificar o modelo global. Os elementos bidimensionais são

suficientes para quantificar os valores máximos das tensões, sendo possível identificar a sua

localização na estrutura, que é o pretendido neste trabalho. A dimensão dos elementos casca

foi definida através da adaptação dos nós da malha aos alinhamentos existentes, procurando

alinhamentos comuns. Note-se que na modelação do edifício teve-se em conta todas as

paredes existentes no projecto original, sendo as aberturas (portas e janelas), tanto das

paredes das fachadas, como das paredes interiores, totalmente representadas, atendendo as

suas dimensões e localização apresentadas no projecto original (Figura 5.10 e Figura 5.11).

Para além de simplificação do modelo, o recurso a elementos casca para a modelação das

paredes teve como intuito a representação do comportamento de placa, ou seja, peça laminar

plana solicitada no próprio plano com uma espessura suficientemente pequena relativamente

às restantes dimensões, de forma a ajustar a hipótese de serem desprezáveis as componentes

do tensor de tensões perpendicularmente ao plano do elemento (Freitas, 2009). Deste modo,

foi aplicado um valor próximo de zero nos modifiers que afectam os momentos m11, m12 e m22 e

os esforços transversos v13 e v23. Os eixos 1 e 2 aqui indicados, dizem respeito aos eixos locais

pertencentes ao plano dos elementos shell definidos no modelo, uma vez que o eixo local 3

corresponde ao eixo perpendicular ao plano destes elementos.

92

Figura 5.10 – Parede da fachada com aberturas.

Figura 5.11 – Paredes de

alvenaria no modelo do edifício.

5.5.3.2. Pavimentos

Pavimento de madeira

A modelação dos pavimentos de madeira foi realizada através de uma malha de elementos de

barra (frame no programa de cálculo SAP2000), que simulam as vigas de madeira do

pavimento, já que a hipótese de piso rígido neste caso não é adequada, por se tratar de uma

constituição essencialmente de elementos de madeira paralelos em duas direcções ortogonais

em planta. As vigas do pavimento foram dispostas segundo a direcção perpendicular à fachada

principal. Estas vigas foram modeladas tendo em consideração o espaçamento entre os

elementos do modelo e a sua distribuição real.

Tendo como propósito ajustar a malha da modelação existente (Figura 5.12), em concordância

com o espaçamento entre os elementos da distribuição real, foram geradas quatro classes de

espaçamentos, evitando assim a concepção de propriedades diferentes para cada elemento

que tivesse uma área de influência distinta.

Figura 5.12 – Malha dos barrotes em planta.

93

A modelação de cada uma destas classes de elementos admite que os barrotes têm uma

secção de 0,18m de altura por 0,08m de largura e um espaçamento de 0,40m relativamente ao

eixo, o que corresponde a 2,5 barrotes por metro. Estas dimensões são comuns neste tipo de

edifícios, sendo a secção do pavimento de madeira representada na Figura 5.13. Para cada

classe de espaçamento procedeu-se ao cálculo da área e dos momentos de inércia por metro.

Figura 5.13 – Secção do pavimento por metro (adoptado de Branco, 2007).

A determinação dos momentos de inércia foi efectuada multiplicando os valores calculados por

metro x

I pelo respectivo espaçamento e dividindo os valores obtidos pelo momento de inércia

de um barrote x

I , de acordo com a equação apresentada de seguida (Equação (5.1). Apesar

de o critério não ser válido segundo a outra Y, seguiu-se na mesma este método, pois o valor

deste momento de inércia não tem grande importância para esta análise.

x

x

I

oEspaçamentI

Corrigida Inércia (5.1)

A definição das massas e pesos de cada elemento teve em conta as massas definidas na

secção 5.5.2, em que foi considerada uma densidade equivalente por elemento, o qual

apresenta uma área de 0,0144m2, de acordo com a sua classe de espaçamento. As

densidades equivalentes de massa e de peso foram determinadas de acordo com a expressão

seguinte (Equação (5.2):

ElementodoÁrea

oDistribuídPesoMassaoEspaçamenteEquivalentDensidade

ou

(5.2)

Perpendicularmente a estas vigas principais, foram introduzidos elementos de barra com as

dimensões de 0,08x0,08m2, de forma a se considerar secções semelhantes aos tarugos

habituais deste tipo de pavimentos. Tanto a massa como o peso deste elemento são

distribuídos pelos elementos principais (Branco, 2005). Note-se que a consideração de uma

área pequena para a secção destes elementos secundários, deve-se ao facto de se ter como

principal objectivo impedir os deslocamentos relativos entre os alinhamentos que os unem,

permitindo a distorção do piso já que este não é rígido (Lopes et al., 2004).

94

Pavimento de Betão Armado

A laje de betão armado possui uma espessura reduzida (apenas 10cm). Não obstante, e

apesar de alguns autores defenderam que, nestes casos, o comportamento do piso no seu

plano não pode ser considerado como rígido, optou-se por modelar a laje através de um

diafragma rígido.

Então, admitiu-se que estes pisos não possuem deformações axiais e distorções no plano,

apesar de poderem ter deslocamentos perpendiculares ao plano (é possível ocorrer

deformações devido à flexão). Após a modelação do diafragma rígido, aplicou-se, no centro de

massa de cada piso, os momentos polares de inércia e toda a massa de translacção que

representa o peso que a laje suporta, ou seja, a massa associada à combinação quase

permanente de acções.

5.5.3.3. Elementos de betão armado

Para além da laje, na zona posterior do edifício, também existem pilares e vigas em betão

armado. Estes elementos foram representados na modelação a partir de elementos de barra,

com as características definidas para o material de betão armado.

5.6. Caracterização do Modelo Global

Uma vez definidos os materiais, elementos estruturais e valores de massa, procedeu-se à

análise do modelo de uma forma mais global. A Figura 5.14 mostra diversas vistas do modelo,

fornecendo uma percepção geral da modelação realizada.

Figura 5.14 – Perspectiva tridimensional do modelo.

Nas fundações considerou-se encastramentos, em todos os pontos discretizados na base do

modelo, tendo em conta que a maioria dos assentamentos já ocorreu e o terreno apresenta

boas características de acordo com a carta geológica da zona (e-Geo) (solo tipo B de acordo

com a classificação do Eurocódigo 8 (2009)).

95

A falta de informação sobre a morfologia da cobertura e o facto de esta não possuir função

estrutural, foram as razões que conduziram à não modelação da cobertura de forma directa.

Porém, considerou-se a influência da sua massa na análise dinâmica.

Com o objectivo de simplificar o modelo numérico, tanto as escadas principais, como as de

serviço, não foram modeladas. A escada principal é construída de madeira, não afectando de

modo significativo a resposta dinâmica do edifício. Quanto à escada secundária, apesar de ser

construída em betão armado, também contribui pouco para a resposta final, visto as

espessuras verificadas serem reduzidas e esta localizar-se no contorno exterior do edifício.

Para além das escadas, não foram contabilizados os elementos decorativos da fachada, nem

as varandas, em consequência da sua pouca influência na resposta global do edifício.

5.7. Calibração do Modelo de Análise

O modelo numérico desenvolvido pretende reproduzir adequadamente o comportamento real

do edifício. Apesar do modelo ter sido desenvolvido com máxima precaução, por não terem

sido efectuados ensaios intrusivos aos elementos estruturais, não existem certezas acerca dos

valores relativos às propriedades mecânicas dos materiais. Por conseguinte, as características

definidas para os materiais reais podem apresentar valores diferentes dos considerados, pelas

razões já apontadas, relacionadas com o método construtivo e com o estado de conservação

que apresentam. Por outro lado, a modelação do comportamento dos diferentes elementos

estruturais é sempre aproximada, uma vez que que foram adoptadas hipóteses simplificativas

(por exemplo, admitir-se um comportamento de piso rígido para as lajes de betão armado com

uma espessura de 10 cm é uma simplificação evidente). Torna-se, então, compreensível a

necessidade de uma fase referente à avaliação do modelo, procedendo-se à sua calibração de

forma a ser garantida uma proximidade entre o comportamento do edifício existente e o

apresentado pelo edifício modelado.

A calibração foi realizada comparando as características dinâmicas fundamentais obtidas a

partir do modelo numérico e as determinadas a partir de um trabalho experimental

desenvolvido por Oliveira (1997) (Oliveira e Navarro, 2010). A partir das frequências (f) e

modos de vibração fundamentais, foi possível proceder-se a correcções no modelo, tentando

aproximar os resultados do modelo àqueles obtidos experimentalmente, sendo estes últimos:

Translação na direcção X: f = 4,10Hz;

Translação na direcção Y: f = 4,30Hz.

A direcção X corresponde à menor dimensão do edifício em planta, ou seja, a direcção paralela

à fachada da estrutura, enquanto a direcção Y corresponde à maior dimensão em planta.

96

A calibração teve início através da verificação criteriosa de todas as massas presentes na

modelação numérica. Após essa verificação, obtiveram-se as frequências e modos de vibração

apresentados na Tabela 5.3.

Tabela 5.3 – Frequências e participação de massa dos principais modos de vibração do edifício numa primeira análise.

Modo de

Vibração

Frequência

[Hz]

Factor participação de massa [%] Frequências

Experimentais

[Hz]

Erro

[%] Transl. X Transl. Y

1 3,02 47,9 0,0 4,10 26

2 3,92 14,5 0,0 - -

3 4,32 0,0 56,4 4,30 1

A partir da tabela anteriormente apresentada, é possível verificar que o primeiro e segundo

modos de vibração possuem grande participação de massa relativamente à translação

segundo X. Tendo em conta os resultados experimentais, a frequência correspondente ao

primeiro modo de vibração encontra-se ainda muito distante do valor registado. Ao invés, a

frequência correspondente à translação segundo Y, isto é, a obtida para o terceiro modo de

vibração, encontra-se muito próxima do resultado experimental. Este factor pode ser explicado

pela existência de simetria do edifício segundo esta direcção.

Após esta análise, tentou-se aproximar os valores das frequências, fazendo diversas

experiências no que diz respeito aos valores correspondentes aos módulos de elasticidade das

paredes de alvenaria. Para tal, teve-se em atenção ao posicionamento das diversas paredes,

tentando entender quais as que teria maior influência em cada uma das direcções ortogonais

em plana.

Após diversas tentativas de calibração, concluiu-se que o módulo de elasticidade da alvenaria

de pedra irregular, ou seja, das paredes das fachadas, seria o que apresentava maior efeito na

aferição da frequência segundo X, uma vez que se tratou da direcção a apresentar maior

discrepância relativamente ao valor obtido nos ensaios de caracterização dinâmica. Por outro

lado, o comportamento sísmico de uma estrutura depende igualmente das suas características

intrínsecas e da interacção com a envolvente (Lopes et al., 2008). Desta forma, foi possível

concluir que a calibração do modelo não poderia considerar apenas o edifício em estudo

isoladamente, já que se encontra inserido num quarteirão.

A modelação dos edifícios adjacentes tem, então, como principal objectivo conferir maior

rigidez segundo X, limitando a translação do edifício em estudo nessa direcção. A partir da

informação disponível no Arquivo Municipal de Lisboa, foi possível averiguar que o edifício à

esquerda possui características semelhantes, tendo sido construído na mesma época, e que o

edifício à direita, por ser mais recente, possui, em todos os pisos, pavimentos em betão

97

armado em toda a sua extensão em planta. Portanto, procedeu-se à réplica do edifício

modelado para cada um dos lados, segundo Y, mantendo as mesmas características (Figura

5.15), à excepção unicamente dos pavimentos do edifício à direita, os quais foram modelados

com diafragmas rígidos.

Desta forma, mantendo as características dos materiais, mas agora avaliando o conjunto dos

três edifícios, verificou-se que o erro relativamente à frequência correspondente à direcção X

continuava grande (cerca de 20%). Após a nova ponderação de diversas possibilidades e

realizados uma série de estudos, chegou-se à conclusão que seria necessário alterar,

fundamentalmente as características correspondentes à alvenaria de pedra irregular.

Figura 5.15 – Modelo com os edifícios adjacentes em cada lado, segundo a direcção Y.

Após uma breve conversa com o professor Sousa Oliveira, autor dos ensaios de caracterização

dinâmica, e tendo em consideração a utilização de argamassa de cimento na construção das

paredes do edifício, chegou-se à conclusão que as paredes das fachadas possuem boas

propriedades mecânicas, comparativamente com paredes semelhantes de estruturas antigas,

sendo possível a consideração de melhores características para este material.

A última tentativa realizada na calibração do modelo tomou os valores para as propriedades

mecânicas dos materiais apresentados na Tabela 5.4.

Tabela 5.4 – Propriedades dos materiais utilizados no modelo final.

Material Peso Volúmico,

[kN/m3]

Módulo de

Elasticidade, E

[GPa]

Alvenaria de Pedra 21 1,8

Alvenaria de Tijolo Furado 12 1,1

Alvenaria de Tijolo Maciço 18 1,6

Alvenaria de Blocos de Cimento 14 2,0

98

Na Tabela 5.5 apresentam-se os resultados comparativos entre os dois modelos testados

(modelo isolado e o conjunto de três edifícios), onde é possível verificar a proximidade dos

valores das frequências fundamentais obtidas nas direcções X e Y com os correspondentes

valores experimentais.

Tabela 5.5 – Comparação entre as frequências próprias dos modelos e dos ensaios.

Descrição Transl. X Transl. Y Erro X Erro Y

Experimental 4,10 Hz 4,30 Hz - -

Modelo Isolado 3,32 Hz 4,50 Hz 19% 5%

Conjunto de edifícios 3,70 Hz 4,50 Hz 10% 5%

Como seria de esperar, os edifícios adjacentes conferem rigidez ao modelo na direcção

longitudinal, aproximando assim as frequências fundamentais às obtidas a partir dos ensaios

experimentais. Como tal, será este o modelo considerado como modelo final, sendo nele

realizado o estudo sísmico do edifício.

5.8. Caracterização Dinâmica do Modelo Adoptado

Uma breve análise dos modos de vibração mais relevantes do modelo seleccionado, aquele

que inclui a influência dos edifícios adjacentes, será agora realizada, para que melhor se possa

compreender o comportamento do edifício. Na Tabela 5.6 encontram-se os períodos, as

frequências e a participação de massa para cada direcção, para os primeiros 300 modos de

vibração. Seguidamente, a Figura 5.16 mostra o comportamento do modelo para os dois

primeiros modos de vibração correspondentes às translações segundo as duas direcções

ortogonais em planta.

A partir da tabela apresentada, é possível verificar que são os primeiros modos de vibração

com maior contribuição a nível do comportamento da estrutura, sendo que, até ao trigésimo

modo, o factor de participação modal acumulado é de cerca de 64% e de 65%, para as

direcções X e Y, respectivamente. Salienta-se que, com o objectivo de apresentar os modos de

vibração mais relevantes para a análise sísmica, foram aferidas as percentagens de

participação de massa de cada modo, pretendendo-se que o seu somatório fosse superior a

90%. Contudo, como é possível visualizar na mesma tabela, mesmo tendo em consideração os

primeiros 300 modos de vibração, não se atingiu sequer 75% da participação de massa. Deste

modo, concluiu-se que nem toda a massa presente na modelação participa nos modos de

vibração, não tendo sido possível averiguar qual a parte do modelo cuja massa não está a ser

contabilizada.

99

Tabela 5.6 – Períodos, frequências e participação de massa dos principais modos de vibração do modelo.

Modos de vibração

Período [s]

Frequência [Hz]

Factores de Participação de Massa

UX

[%]

UY

[%]

UX

[%]

UY

[%]

1 0,27 3,70 56,6 0,0 56,6 0,0

2 0,23 4,41 0,0 0,8 56,6 0,8

3 0,22 4,50 0,0 13,9 56,6 14,7

4 0,22 4,50 0,0 0,1 56,6 14,8

5 0,22 4,53 0,0 0,9 56,6 15,8

6 0,22 4,65 0,0 17,9 56,6 33,7

7 0,21 4,67 0,1 24,2 56,7 57,8

8 0,21 4,71 0,5 2,2 57,3 60,1

9 0,21 4,73 0,1 1,2 57,3 61,3

10 0,21 4,79 0,0 0,1 57,3 61,3

…

30 0,17 5,83 0,0 0,0 63,9 64,7

…

100 0,14 7,35 0,1 0,0 65,5 65,8

…

300 0,10 10,44 0,1 0,0 73,7 70,7

De seguida, é realizada uma caracterização geral relativamente ao primeiro e terceiro modos

de vibração, por serem os dois primeiros modos de translação. O segundo modo de vibração

não será alvo de avaliação, visto ser um modo caracterizado por um movimento local,

particularmente nas varandas e marquises, factor verificado pela pouca participação de massa

total apresentada (menor do que 1% em cada direcção ortogonal em planta). Este facto surgiu

devido à alteração dos modifiers, dos elementos shell, relativos aos momentos e esforços

transversos para valores próximos de zero, que influenciou, como seria de esperar, a

caracterização dinâmica do modelo. Não obstante, optou-se por manter essa característica

para todas as paredes de alvenaria, ignorando os possíveis modos locais, concluindo-se ser de

maior importância garantir que os elementos estruturais de alvenaria funcionem com

comportamento de placa, tal como referido anteriormente.

100

Figura 5.16 – Os primeiros dois modos de vibração do modelo correspondentes a translações.

O primeiro modo de vibração, ou modo fundamental, apresenta uma frequência própria de

3,70Hz, apresentando uma participação de massa de cerca de 57% segundo X. Esse modo de

vibração representa uma translação global do edifício segundo a direcção X, por ser a direcção

que apresenta menor rigidez, pois possui menor comprimento de paredes resistentes, sendo

basicamente a parede da fachada, e com aberturas (Figura 5.17).

Figura 5.17 – Primeiro modo de vibração do modelo.

O terceiro modo de vibração do modelo ocorre para uma frequência própria de 4,50Hz, com

uma participação de massa de cerca de 14%. Esse modo de vibração consiste numa

translação global do edifício segundo a direcção Y, a qual corresponde à direcção de maior

rigidez, devido à presença das paredes de empena sem qualquer abertura (Figura 5.18).

101

Figura 5.18 – Terceiro modo de vibração do modelo.

A não consideração dos efeitos de torção acidental no modelo do edifício trata-se de outro

aspecto relevante. O conjunto dos três edifícios não pode ser tratado como se fosse apenas

um edifício de grandes dimensões em planta, já que parte dos pisos não possuem

comportamento rígido. Por outro lado, a partilha das paredes de empena dos edifícios

adjacentes reduz fortemente os efeitos globais de torção em cada edifício, visto não ser

possível a rotação de cada um deles separadamente. Como o edifício pode ser analisado

tendo em consideração o efeito do quarteirão, não existe necessidade de se ter em conta as

excentricidades adicionais de torção, como definido no EC8-1 (2009) para a análise de

estruturas (Monteiro e Bento, 2012b).

A laje em betão armado não funciona como uma laje contínua, já que se encontra presente

apenas na zona saliente, em planta, do edifício. Deste modo, este elemento não contribui para

o aumento de resistência global da estrutura, contribuindo para uma maior vulnerabilidade do

edifício. A laje em betão encontra-se simplesmente apoiada nas paredes de alvenaria, não

possuindo sequer qualquer impedimento de deslocação ao nível do seu plano, já que os

edifícios adjacentes apenas encostam na zona dianteira do edifício. Essa diferença de rigidez,

assim como das condições de fronteira, originam problemas de torção na estrutura, pois existe

maior rotação segundo a direcção vertical, estando de acordo com o obtido na modelação, isto

é, não existem modos de translação pura.

A tendência para a rotação dos pisos no seu plano é minimizada pela simetria do edifício,

sendo este aspecto relevante para um bom comportamento sísmico. Quando os edifícios

apresentam apenas pavimentos de madeira, as massas encontram-se concentradas nas

paredes; no entanto, nos edifícios placa, o peso das lajes de betão armado passa a constituir

uma das acções com maior significado (Lopes et al., 2008).

103

6. Avaliação Sísmica do Edifício Placa

6.1. Introdução

A análise estrutural de edifícios sob a acção sísmica pode realizar-se recorrendo a diferentes

métodos de análise: linear estática, linear dinâmica (por espectro de resposta), não linear

estática (análise pushover) e não linear dinâmica. Para acções sísmicas de elevada

intensidade, por vezes são excedidos os limites elásticos das propriedades dos materiais,

dando-se, então, a resposta da estrutura em regime não-linear. Porém, existe possibilidade de

contabilizar o comportamento não linear das estruturas de uma forma simplificada, dividindo os

esforços/forças/tensões obtidos através de análises elásticas lineares por um coeficiente de

comportamento (Lopes et al., 2008).

O método seguido para a verificação de segurança da estrutura em questão consiste na

realização de análises lineares dinâmicas por espectro de resposta, considerando um

coeficiente de comportamento. Esta opção permite simplificar e tornar mais rápido o processo

de verificação de segurança.

Após a definição da acção sísmica através do espectro de resposta, de acordo com a

regulamentação europeia Eurocódigo 8 (2009), é feita a análise de segurança do edifício para

a combinação de acções em que tem a acção sísmica como variável base. Tendo como intuito

a verificação da segurança da estrutura no que diz respeito a cargas verticais, é também

realizada a análise do edifício para a combinação fundamental de acções, onde se tem a acção

das sobrecargas como variável base.

Tendo em conta a observação dos diagramas de tensões e dos esforços obtidos através da

análise computacional, para as duas combinações de acções então definidas, torna-se possível

tirar conclusões relativamente às zonas sujeitas a valores mais elevados, que podem vir a não

verificar as condições de segurança.

Finalmente, pretendendo analisar o efeito da aplicação da calda estudada, no presente

trabalho, através do processo de consolidação de alvenarias antigas por injecção de calda, um

novo modelo é sujeito a avaliação. Tendo por base os resultados obtidos nas campanhas

experimentais apresentadas anteriormente, designadamente no capítulo 4, um novo material é

criado, simulando o reforço pontual através da injecção da calda estudada em duas paredes de

alvenaria. Estas paredes são seleccionadas conforme a análise de tensões nas paredes do

edifício original, fazendo a escolha dos elementos com maiores problemas a nível estrutural.

Posteriormente à alteração das características das paredes de alvenaria, aumentando a sua

rigidez e resistência, é realizada uma nova avaliação dos diagramas de tensões apresentados

para os elementos estruturais de alvenaria constituintes do edifício.

104

6.2. Definição da Acção Sísmica

A definição da acção sísmica é realizada de acordo com a nova regulamentação europeia, o

Eurocódigo 8, sendo definida de forma probabilística, onde se admite um período de retorno de

475 anos para estruturas correntes. O EC8 considera que a acção sísmica para a qual

estruturas correntes devem ser dimensionadas tem uma probabilidade de ser excedida de 10%

num período de 50 anos (Lopes et al., 2008). O Anexo Nacional do EC8-1 (NA EC8-1, 2009)

contempla dois zonamentos distintos em Portugal Continental, de modo a caracterizar as

acções sísmicas interplacas (sismo do tipo 1, com epicentro afastado e magnitude elevada) e

intraplacas (sismo do tipo 2, com epicentro próximo e magnitude baixa). Procedeu-se então à

determinação dos espectros de resposta dos dois tipos de sismos definidos no EC8-1 (2009).

A definição do espectro de resposta implica o conhecimento de vários factores, incluindo o tipo

de solo de fundação, a localização geográfica do edifício e, também, do material

predominantemente utilizado (importante para a definição do coeficiente de comportamento).

Segundo a Memória Descritiva (1943), e a informação presente na carta geológica de Lisboa

(Figura 6.1), as fundações do edifício Placa em estudo encontram-se assentes num solo de

tipo B, de acordo com os tipos de solo definidos no Quadro 3.1 do EC8-1 (2009). A partir do

tipo de terreno foi possível definir os valores dos parâmetros Smax, TB, TC e TD do espectro de

resposta de dimensionamento, estabelecidos no Anexo Nacional do EC8 (2009), para as

componentes horizontais das acções sísmicas tipo 1 e tipo 2.

Figura 6.1 – Excerto da carta geológica de Lisboa (e-Geo).

O EC8 define a acção sísmica de forma diferenciada para cada zona do país, tendo em

consideração as diferentes características de sismicidade de cada uma, conforme o tipo de

105

sismo e dividindo o território nacional em função do parâmetro de aceleração horizontal

máxima na rocha agR. A partir da Figura 6.2, é possível verificar que o concelho de Lisboa

pertence às zonas sísmicas 1.3 e 2.3, para os sismos do tipo 1 e do tipo 2, respectivamente.

Figura 6.2 – Zonamento sísmico de Portugal Continental (EC8-1, 2009).

O EC8-1 (2009) também estabelece a diferenciação entre os níveis de risco que se consideram

aceitáveis, em função da importância das estruturas, através da multiplicação da acção

sísmica, definida para estruturas correntes (como edifícios de habitação e escritórios), por um

coeficiente de importância. Neste caso, a estrutura pertence à classe de importância comum de

edifícios (classe II: 1I , para os dois tipos de sismo).

Em resumo, os valores caracterizados do espectro de resposta, para o edifício em questão,

foram reunidos na Tabela 6.1.

Tabela 6.1 – Parâmetros definidores do espectro de resposta.

Zona Sísmica Smax TB (s) TC (s) TD (s) agR (m/s2) I

γ ag (m/s2) S

1.3 1,35 0,10 0,60 2,00 1,50 1,00 1,50 1,29

2.3 1,35 0,10 0,25 2,00 1,70 1,00 1,70 1,27

Salienta-se que o valor do parâmetro S foi determinado tendo em consideração que ag se situa

entre 1m/s2 e 4m/s

2, através da seguinte equação:

13

1max

max

ga

SSS (6.1)

Tendo os parâmetros sido definidos, torna-se possível proceder à determinação do espectro de

resposta de projecto (espectro de dimensionamento), definido pelas seguintes expressões, de

acordo com o EC8-1 (2009):

106

3

25,2

3

2:0

qT

TSaTSTT

BgdB (6.2)

q

SaTSTTT gdCB

5,2: (6.3)

gC

gdDC aT

T

qSaTSTTT

5,2: (6.4)

gDC

gdD aT

TT

qSaTSsTT

2

5,2:4 (6.5)

Onde:

Sd (T) – espectro de resposta de dimensionamento;

T – período de vibração;

ag – valor de cálculo da aceleração à superfície para um terreno do tipo A gRIg aa ,

em função da classe de importância da estrutura e do valor de referência da aceleração

máxima à superfície do terreno (agR);

TB, TC – limites inferior e superior, respectivamente, do período no patamar de aceleração

espectral constante;

TD – valor que defini, no espectro, o início do ramo de deslocamento constante;

S – coeficiente do solo;

q – coeficiente de comportamento;

β – coeficiente correspondente ao limite inferior do espectro de cálculo horizontal.

Os métodos lineares são os mais usuais devido à sua simplicidade e rapidez de utilização e

são os mais conhecidos pelos projectistas. Como referido, de modo ter em conta o

comportamento não linear da estrutura, os resultados obtidos através de análises elásticas

lineares são corrigidos pelo coeficiente de comportamento.

No que diz respeito aos edifícios existentes de alvenaria, o EC8-3 (2005) não fornece

directamente o valor do coeficiente de comportamento a ser utilizado para definir o espectro de

projecto. No caso de ausência de qualquer tipo de recomendação, sugere-se que se mantenha

uma atitude conservativa a este respeito, assente no pressuposto de que este tipo de edifícios

tenha alguma ductilidade e capacidade de dissipação de energia, associados essencialmente

ao comportamento histerético das estruturas (Lopes et al., 2004). Deste modo, considerou-se

para o efeito um valor de 1,5 para o coeficiente de comportamento, correspondendo ao valor

proposto no EC8 para estruturas de Classe de Ductilidade Baixa (EC8-1, 2009).

Determinados os parâmetros, a Figura 6.3 apresenta os espectros de resposta de projecto para

os dois tipos de sismo possíveis de ocorrer em Lisboa.

107

Figura 6.3 – Espectros de resposta de dimensionamento.

Através da observação do gráfico, é possível concluir que o sismo condicionante será do tipo 2,

de acordo com os períodos fundamentais da estrutura (períodos fundamentalmente

correspondentes ao primeiro e terceiro modos de vibração do modelo, representados no

mesmo gráfico).

Relativamente à componente vertical da acção sísmica, segundo o EC8 esta componente não

necessita de ser considerada no caso de 2/5,2 smavg , onde se tem

gvgaa 75,0 para sismo

do tipo 1 e gvg

aa 95,0 para sismo do tipo 2. Uma vez que os valores de ag são de 1,50m/s2 e

1,70m/s2 para sismos do tipo 1 e do tipo 2, respectivamente, a componente vertical da acção

sísmica não será considerada na avaliação da segurança da estrutura, através do programa

SAP2000 (2011).

6.3. Combinação de Acções

A verificação da segurança resulta da análise do comportamento da estrutura face a um

conjunto de acções que se consideram a actuar em simultâneo na estrutura, mas não com os

valores característicos. Esta forma de analisar a estrutura tem, por base, o facto de ser muito

improvável a actuação simultânea de toda as acções variáveis com os seus valores

característicos (Lopes et al., 2008). Desta forma, torna-se tanto a acção sísmica, como a

sobrecarga de utilização, como variáveis base e adopta-se as seguintes combinações de

acções, respectivamente, definidas de acordo com o Eurocódigo 0 (EC0, 2009):

1

,,2

1

,""""

i

ikiEd

j

jkQAG (6.6)

1,1,

1

,,""

kQ

j

jkjGQG

(6.7)

0,00

0,50

1,00

1,50

2,00

2,50

3,00

3,50

4,00

4,50

0,00 0,50 1,00 1,50 2,00 2,50 3,00 3,50 4,00

Acele

ração

Esp

ectr

al (m

/s2)

Período (s)

Sismo Tipo 1 Sismo Tipo 2 1º Modo 3º Modo

108

Em que:

“+” – significa “a combinar com”;

∑ – significa “o efeito combinado de”;

Gk,j – valor característico da acção permanente j;

AEd – valor de cálculo da acção sísmica;

Qk,i – valor característico da acção variável acompanhante i;

Qk,1 – valor característico da acção variável de base da combinação 1;

2,i – coeficiente para a determinação do valor quase-permanente de uma acção variável i;

jG, – coeficiente parcial relativo à acção permanente j;

1,Q – coeficiente parcial relativo à acção variável de base da combinação 1.

Sendo a utilização do edifício fundamentalmente de habitação e escritórios, o coeficiente

multiplicativo do valor característico das sobrecargas é de 0,30 (2,i – EC0 NA, 2009), sendo

este valor nulo no caso das coberturas, de forma a ter em conta um valor provável para essa

acção a actuar simultaneamente com o valor característico da acção sísmica. No que diz

respeito aos coeficientes parciais relativos à acção permanente e à acção variável, tomam-se

os valores de 1,35 e 1,50, respectivamente.

Note-se que a verificação dos Estados Limite de Serviço não foi tida em consideração, pois por

se tratar de um edifício existente que já se encontra em funcionamento há muitos anos e sem

deficiências aparentes, tal não faria sentido. Os resultados do modelo numérico foram

analisados em termos de esforços e tensões, para os elementos de betão armado (pilares e

vigas) e a estrutura em alvenaria (paredes), respectivamente.

Relativamente ao nível de acção sísmica a considerar na avaliação da segurança sísmica e do

dimensionamento do reforço sísmico de edifícios existentes, o EC8-3 não propõe qualquer

redução relativamente aos valores indicados para edifícios novos. No entanto, refere-se que a

norma italiana NTC (2008) permite diminuir até 65% relativamente ao valor considerado em

edifícios novos. A verificação de segurança da acção sísmica de edifícios existentes com o

mesmo nível de exigência considerado para edificações novas pode conduzir a medidas

drásticas e, provavelmente, desnecessárias (Lourenço, 2012). Não obstante, no presente

estudo, será seguida a metodologia apresentada pelo EC8-3, sendo a acção sísmica

considerada na sua totalidade.

O efeito da acção sísmica deve ser combinado para os diferentes modos de vibração

considerados relevantes, recorrendo à Combinação Quadrática Completa (CQC) disponível no

programa de cálculo automático SAP2000. Deste modo, é possível combinar as respostas

máximas de modos de vibração considerados, para qualquer relação de frequências entre si.

De referir que, em geral, na combinação da resposta modal apenas se tem em consideração a

contribuição dos primeiros modos, que correspondem aos valores de frequência mais baixos,

109

tendo em conta que são eles que mais contribuem para a resposta final (Lopes et al., 2008). No

que diz respeito aos métodos de combinação direccional de acções, recorre-se à combinação

vulgarmente designada por SRSS (do inglês “Square-Root-of-Sum-of-Squares”), onde o valor

máximo do efeito da acção sísmica na estrutura é calculado através da aplicação da raiz

quadrada da soma dos quadrados dos esforços devidos a cada componente horizontal da

acção sísmica, e admitindo que o sismo actua, na sua totalidade, simultaneamente nas duas

direcções principais, X e Y.

6.4. Verificação de Segurança

O estudo do edifício em questão não pode ser realizado sem uma avaliação sísmica e,

consequentemente, verificação da segurança da estrutura à acção do sismo. O EC8-3 (2005)

trata a avaliação de segurança como um processo quantitativo de forma a verificar se a

estrutura, danificada ou não, é capaz de responder satisfatoriamente à combinação sísmica de

dimensionamento.

A análise de resultados do edifício em estudo passa pela verificação das tensões verticais e de

corte presentes nas paredes constituintes da estrutura, quer para a combinação sísmica de

acções, quer para a combinação fundamental (a qual possui a sobrecarga como acção base).

É essencialmente estudada a resistência média ao corte para os alinhamentos das paredes

segundo as direcções principais (X e Y), onde serão identificados os alinhamentos nos quais a

resistência média de corte é deficiente. É importante realçar que a avaliação das tensões de

cortes, nos edifícios antigos de alvenaria, para a combinação sísmica de acções é de grande

importância, uma vez que este tipo de estruturas era dimensionado apenas para as cargas

verticais. Por fim é feita a verificação da segurança dos elementos lineares de betão armado,

nomeadamente as vigas interiores existentes na cave, assim como os pilares localizados na

zona posterior do edifício.

No que diz respeito à análise das tensões de corte nas paredes de alvenaria, esta foi realizada

para os alinhamentos mais solicitados segundo o critério de rotura de Mohr-Coulomb, de

acordo com a equação (6.8). Desta forma, considera-se que a resistência ao corte da alvenaria

depende da tensão de compressão resultante do peso próprio das paredes, da coesão e do

atrito interno da alvenaria.

tg0

(6.8)

Onde:

– resistência ao corte, tensão tangencial máxima admissível da alvenaria;

0 – coesão;

– ângulo de atrito interno;

– tensão normal de compressão.

110

Os valores admitidos tiveram em conta os factores apresentados no Eurocódigo e norma

italiana (NTC, 2008). O valor de coesão diz respeito aos valores da resistência ao corte

apresentados na Tabela 6.3. Para o coeficiente de atrito tg foi utilizado um valor de 0,40

recomendado no EC6. Salienta-se que a norma italiana NTC (2008) recomenda um valor de

0,60, o qual ao ser dividido pelo factor de segurança de 1,35 (nível de conhecimento de LC1),

obtém-se um coeficiente de atrito próximo de 0,40, que é o valor aqui utilizado.

6.4.1. Análise dos diagramas de tensões das paredes

Nesta secção são apresentados os diagramas de tensões das diversas paredes de alvenaria

para as combinações de acções anteriormente definidas. Note-se que apenas serão

apresentados os alinhamentos mais condicionantes, mais solicitados e onde se atingem os

valores maiores de tensões, sendo os restantes apresentados no anexo VII.

A Figura 6.4 apresenta a planta do edifício em estudo onde são identificados os diferentes

alinhamentos nas duas direcções principais, de forma a permitir uma melhor compreensão dos

planos verticais de paredes onde são verificadas as tensões. Relativamente aos alinhamentos

segundo Y, apenas são identificados metade dos existentes, pois devido à simetria observada

da planta do edifício, os resultados para os restantes alinhamentos são semelhantes.

Figura 6.4 – Identificação dos alinhamentos das paredes na planta do edifício.

Quando se tenta realizar a avaliação de edifícios existentes, na maioria das vezes, verifica-se

ser impossível obter informações completas. É frequente que os desenhos e cálculos de

dimensionamento da estrutura não se encontrem disponíveis, que a construção tenha sido

realizada na ausência de regulamentos de dimensionamento e não seja possível a medição

das propriedades dos materiais. Deste modo, o EC8 introduziu o conceito de Nível de

Conhecimento, relacionado com a quantidade e qualidade de informação disponível, o qual

111

depende dos métodos de análise que podem ser utilizados no estudo do edifício e os factores

de confiança dos materiais.

Os níveis de conhecimento e os correspondentes factores de conhecimento, considerados no

EC8 são também tidos em conta na norma italiana NTC 2008. A Tabela 6.2 apresenta os

factores de confiança para edifícios de alvenaria, em função dos níveis de conhecimento

existentes, os quais dependem portanto da informação disponível e métodos de análise

permitidos. Relativamente ao EC8-3, não é realizada a distinção dos tipos de estruturas. Pelo

contrário, na norma NTC 2008, tal como já se verificava nas normas que a precederam, é feita

a distinção entre edifícios com estrutura de betão armado, metálicos e de alvenaria, sendo

definidos os parâmetros específicos para cada caso.

Tabela 6.2 – Nível de Conhecimento em função da informação disponível (EC8-3, 2005).

Nível de Conhecimento

Geometria Detalhes

construtivos Propriedades dos materiais

Método de análise

Factor de confiança

LC1

Levantamento estrutural

Inspecções in situ limitadas

Inspecções in situ limitadas

Todos

1,35

LC2 Inspecções in situ extensas e

exaustivas

Inspecções in situ extensas

1,20

LC3 Inspecções in situ exaustivas

1,00

Nos regulamentos referidos, é definido um mínimo de inspecções e ensaios associados às

características dos materiais. No que diz respeito ao nível de conhecimento baixo (nível de

conhecimento limitado), existe a necessidade de se realizar ensaios in situ, em particular um

ensaio por piso. Contudo, na norma italiana NTC 2008, para o caso dos níveis de

conhecimentos limitados, não é exigida a realização de ensaios in situ destrutivos e onerosos,

sugerindo, em alternativa, que seja feito um mínimo de inspecções in situ, através das quais

seja possível estimar as propriedades mecânicas dos materiais. Assim, esta norma propõe que

sejam seleccionadas zonas onde o reboco deverá ser removido, de forma a ser possível

avaliar, através de inspecções visuais, a qualidade da ligação entre paredes ortogonais, a

capacidade da parede se comportar de forma monolítica, a constituição da alvenaria e a

consistência da argamassa. Tendo então conhecimento das tipologias construtivas, torna-se

possível associar essa informação aos valores de referência das propriedades mecânicas

presentes na Tabela C8A2.1. da NTC 2008, obtidos com base em dados experimentais

referentes às tipologias mais comuns. A norma em questão permite, também, o uso de

informações experimentais obtidas em outras construções, desde que exista a possibilidade de

estabelecer uma clara e comprovada relação de semelhança entre os materiais, textura,

técnicas construtivas e pormenorização (Magenes e Penna, 2009).

A Tabela 6.3 apresenta os valores das resistências das diversas alvenarias, que tiveram por

base os valores recomendados pela norma italiana NTC 2008. Esta opção foi de acordo com

112

os valores adoptados para as características mecânicas dos materiais na calibração do modelo

numérico deste trabalho, nomeadamente os pesos próprios e os módulos de elasticidade. De

referir que os valores apresentados na tabela abaixo já têm em consideração o factor de

segurança de 1,35 adoptado para o edifício em estudo, o qual corresponde ao nível de

conhecimento LC1 do EC8-3 (2005).

Tabela 6.3 – Valores adoptados para a resistência dos materiais das paredes.

Material Resistência à

compressão, fc (MPa)

Resistência à tracção, ft (MPa)

Resistência ao

corte, 0 (MPa)

Alvenaria de Pedra 2,48 0,075 0,050

Alvenaria de Tijolo Furado 1,78 0,067 0,044

Alvenaria de Tijolo Maciço 2,57 0,090 0,060

Alvenaria de Blocos de Cimento 2,22 0,200 0,133

No que diz respeito às alvenarias de pedra e de tijolo maciço, uma vez que se adoptaram

valores intermédios para os módulos de elasticidade das tipologias muratura in pietre a spacco

com buona tessitura e muratura in mattoni pieni e malta di calce, respectivamente, também

foram admitidos valores intermédios para as suas resistências. Por outro lado, os módulos de

elasticidade adoptados para as alvenarias de tijolo furado e de blocos de cimento

correspondem aos valores mínimos apresentados para as tipologias muratura in mattoni pieni e

malta di calce e muratura in blocchi di calcestruzzo semipieni (foratura <45%), respectivamente,

na tabela apresentada na norma italiana NTC 2008. Deste modo, para estes casos

estabeleceram-se igualmente os limites mínimos para as resistências, apresentados na tabela

correspondente da norma italiana NTC 2008.

Os valores de esforços e tensões condicionantes são os obtidos para a combinação de acções

tendo como variável base a acção sísmica. No entanto, optou-se neste trabalho apresentar

também os valores obtidos devidos à combinação de acções que considera a sobrecarga como

variável base, com o intuito de mostrar as diferenças obtidas e a importância da consideração

da acção sísmica na verificação da segurança deste tipo de estruturas. À partida a estrutura

verifica a segurança no que diz respeito à combinação fundamental de acções, em que apenas

actuam as cargas verticais, todavia a combinação admitida apresenta estas acções de forma

majorada, tal como estabelecido no Eurocódigo. A análise da distribuição de tensões é

realizada para as tensões verticais, compressão e tracção, e de corte.

De referir que o programa SAP2000 (2011) apresenta as tensões verticais com valores

positivos e negativos, consoante se trate de tensões de tracção e compressão,

respectivamente.

113

É importante notar que existe a necessidade de se ter especial atenção às escalas

apresentadas, quer a nível de valores como de cores, visto se ter optado por expor uma escala

específica para cada alinhamento, de modo a melhor compreender o padrão de tensões

correspondente a cada parede.

6.4.1.1. Paredes de alvenaria de pedra

Em primeiro lugar são apresentadas as distribuições de tensões verticais para as duas

combinações de acções consideradas, sendo posteriormente apresentadas as distribuições de

tensões de corte observadas nas paredes das fachadas. Excepcionalmente, a distribuição das

tensões de corte são apenas apresentadas para a combinação sísmica (ou seja, as tensões

devidas às cargas quase-permanentes somadas ou subtraídas das resultantes do sismo), dado

que são pouco significativas para as acções verticais, definidas a partir da combinação que tem

em conta a sobrecarga como variável base.

De salientar que, devido à simetria que o edifício apresenta, apenas se expõe o diagrama de

tensões de uma das paredes das fachadas segundo Y (alinhamento C).

a) Alinhamento C

b) Alinhamento 1

c) Alinhamento 2

d) Alinhamento 10

e) Alinhamento 14

Figura 6.5 – Tensões verticais para a combinação fundamental de acções (kPa).

114

A partir da Figura 6.5 é possível observar os diagramas de tensões verticais devidos à

combinação fundamental para as paredes das fachadas construídas por alvenaria de pedra,

com espessura decrescente em altura. Os diagramas de tensões mostram que existem

consideráveis compressões nas fachadas, principalmente nas zonas inferiores, como seria de

esperar. Não obstante, os valores mais elevados observados são cerca de 1,00MPa, valor

muito inferior à resistência à compressão da alvenaria de pedra (fc = 2,48MPa). A alvenaria

possui um bom comportamento quando se encontra à compressão, não funcionando bem

quando sujeita a tensões de tracção. No modelo numérico, é possível observar que existem

zonas que apresentam tensões de tracção de valores consideráveis, mesmo considerando

somente cargas verticais gravíticas, nomeadamente nas zonas junto às aberturas, pelo que

será espectável a observação de fendilhação nessas zonas.

A análise da distribuição de tensões verticais, para a combinação fundamental de acções,

permite verificar que os valores obtidos não excedem os valores adoptados para a resistência,

com excepção dos casos pontuais descritos. Contudo, espera-se que a acção sísmica seja

mais condicionante, no que diz respeito à verificação da segurança do edifício, pelo que se

analisará de seguida as tensões resultantes da combinação sísmica de acções.

a) Alinhamento C

b) Alinhamento 1

c) Alinhamento 2

d) Alinhamento 10

e) Alinhamento 14

Figura 6.6 – Tensões verticais para a combinação sísmica de acções (máxima tracção – kPa).

115

Na Figura 6.6 é possível verificar que perante a actuação da acção sísmica, junto com a acção

quase-permanente de acções, as tracções que surgem ao nível das fachadas são pontuais e

junto das aberturas existentes, como previsto. Outro factor a confirmar, está relacionado com

os valores alcançados, verificando-se valores de tensões à tracção muito superiores aos

observados para a combinação fundamental de acções (Figura 6.5), e consequentemente à

resistência à tracção da alvenaria de pedra. Ou seja, perante a actuação de um sismo, as

fachadas do edifício em estudo irão sofrer um elevado nível de fendilhação, em particular na

zona das aberturas.

Relativamente à compressão, foi verificado que apesar de existirem algumas zonas que

apresentam valores elevados de tensão à compressão, quando se visualizam as tensões

verticais devidas à combinação sísmica para compressões máximas, estas não ultrapassam o

limite de resistência definido para a alvenaria de pedra.

Quando uma estrutura se encontra sujeita a acções horizontais, existe necessidade de

assegurar que os seus principais elementos estruturais possuam um bom comportamento,

sobretudo no que diz respeito à resistência ao corte. Portanto, e como as paredes de alvenaria

constituem os elementos estruturais verticais principais do edifício, torna-se essencial avaliar os

valores das tensões de corte mais condicionantes, especialmente porque a alvenaria possui

fraca resistência a essas tensões. Desta forma, apresentam-se na figura seguinte essas

distribuições de tensões para as fachadas do edifício, fazendo de seguida a sua análise.

a) Alinhamento C

b) Alinhamento 1

c) Alinhamento 2

116

d) Alinhamento 10

e) Alinhamento 14

Figura 6.7 – Tensões de corte para a combinação sísmica de acções (kPa).

Como se mostra na Figura 6.7, nas fachadas da zona posterior do edifício registam-se as

maiores tensões de corte, em particular nas zonas de alvenaria entre as aberturas dos pisos

inferiores.

6.4.1.2. Parede de alvenaria de blocos de cimento

A Figura 6.8 e a Figura 6.9 apresentam os diagramas de tensões verticais e de corte,

respectivamente, para as paredes das empenas. Relembra-se que esta parede é basicamente

constituída por alvenaria de blocos de cimento, sendo de alvenaria de pedra unicamente no

piso correspondente à cave do edifício.

a) Combinação fundamental

b) Combinação Sísmica (máxima tracção)

Figura 6.8 – Tensões verticais nas empenas (kPa).

117

As paredes de empenas, marcando a separação entre o edifício em estudo e os edifícios

adjacentes, não possuem qualquer abertura, o que é uma vantagem no que se refere à

distribuição de tensões e, portanto, os valores das tensões actuantes encontram-se, em geral,

afastados dos valores resistentes correspondentes. A existência de dois tipos de materiais

nestas paredes é marcada por uma concentração de tensões de compressão, para ambas as

combinações de acções, a qual se encontra, ainda, longe dos limites de resistência admitidos

para este tipo de alvenarias. Relativamente às tensões de tracções, são verificadas pequenas

concentrações no topo da parede.

A Figura 6.9 demonstra que as tensões de corte são realmente condicionantes quando uma

estrutura se encontra sujeita à combinação sísmica de acções. A zona de valores superiores

de tensões ao corte corresponde, novamente, à zona onde se inicia a utilização de um novo

material na alvenaria: os blocos de cimento.

a) Combinação fundamental

b) Combinação Sísmica

Figura 6.9 – Tensões de corte nas empenas (kPa).

6.4.1.3. Paredes de alvenaria de tijolo

Após a análise dos diagramas de tensões actuantes nas paredes de alvenaria de maior

importância, isto é, as paredes exteriores do edifício, procede-se então à avaliação das tensões

verificadas nas paredes interiores. As paredes interiores são construídas por alvenaria de dois

tipos de tijolo cerâmico: maciço e furado. O tijolo maciço encontra-se presente, sobretudo, nos

pisos inferiores e nas zonas de maior humidade, localizadas na zona posterior do edifício.

Apenas serão apresentados os diagramas de tensões de três alinhamentos em cada direcção

principal em planta, os considerados mais condicionantes, no que diz respeito à avaliação de

segurança dos elementos estruturais. Recorda-se que a identificação dos alinhamentos

apresenta-se de acordo com o indicado na Figura 6.4 anteriormente apresentada.

118

a) Alinhamento B

b) Alinhamento D

c) Alinhamento H

d) Alinhamento 3

e) Alinhamento 6

f) Alinhamento 8

Figura 6.10 – Tensões verticais para a combinação fundamental de acções (kPa).

Os diagramas de tensões verticais apresentados na Figura 6.10 mostram que existem zonas,

localizadas nos pisos inferiores, sujeitas a compressões de valor considerável. É possível

observar que a maior compressão dá-se no alinhamento B, marcada por uma irregularidade em

altura da parede. No entanto, esta tensão de aproximadamente 1,0MPa ainda se apresenta

inferior aos limites considerados para alvenaria de tijolo, quer tijolo furado quer tijolo maciço.

Quando actuam apenas cargas verticais, tal como esperado, as tensões de tracção não são

muito superiores a valores como 0,1MPa, valor superior aos limites de resistência de tracção

adoptados para as alvenarias de tijolo. À semelhança do que ocorreu para as paredes

exteriores, as tensões de tracção localizam-se essencialmente na zona superior das paredes

de alvenaria de tijolo, assim como nas zonas de aberturas, prevendo-se então maior

fendilhação nessas zonas.

119

a) Alinhamento B

b) Alinhamento D

c) Alinhamento H

d) Alinhamento 3

e) Alinhamento 6

f) Alinhamento 8

Figura 6.11 – Tensões verticais para a combinação sísmica de acções (kPa).

A Figura 6.11 mostra que a combinação sísmica torna-se a combinação de acções

condicionante relativamente à segurança estrutural do edifício, já que as tensões de tracção

observadas para esta combinação são muito superiores às estudadas para a combinação

fundamental de acções. Tratando-se de paredes de alvenaria, as tensões de compressão,

geralmente, não comprometem a segurança da estrutura.

A análise dos diagramas de tensões verticais das paredes interiores, através do modelo

numérico, mostra que quando o edifício em estudo se encontra sujeito à acção sísmica,

surgem valores elevados de tensões de tracção especialmente nas zonas das aberturas.

Salienta-se um ponto em particular, observado nas paredes do alinhamento 6 (Figura 6.11), o

qual apresenta grandes tracções explicadas, à partida, pela mudança de material que se dá a

esse nível, bem como pela presença dos elementos que representam os tarugos, que servem

de travamento das vigas principais que constituem o pavimento de madeira. No alinhamento H,

outro factor interessante é observado ao nível da cave, na zona de comprimento inferior, onde

a parede apresenta maiores valores de compressão de um lado, e maiores valores de tracção

120

do lado oposto, devido ao comportamento totalmente assimétrico que apresenta na direcção

perpendicular (segundo X), verificando-se assim o efeito do sismo no edifício.

a) Alinhamento 3

b) Alinhamento 5

c) Alinhamento 7

d) Alinhamento B

e) Alinhamento F

f) Alinhamento H

Figura 6.12 – Tensões de corte para a combinação sísmica de acções (kPa).

A partir da Figura 6.12 é possível verificar que, também as paredes interiores estão sujeitas a

valores elevados de tensões de corte, nomeadamente nas zonas de cantos resultantes da

descontinuidade em altura das paredes, factor que agrava a distribuição deste tipo de tensões.

Em relação aos outros pontos onde são verificadas maiores concentrações de tensões,

verificou-se que correspondem essencialmente a pontos de ligações com as vigas do

pavimento de madeira.

121

6.4.2. Análise dos diagramas de esforços dos elementos de betão armado

Nesta secção apresenta-se a verificação de segurança realizada para os elementos lineares

em betão armado, ou seja, vigas e pilares. Ao contrário dos edifícios Placa mais recentes, em

que se verifica uma estrutura de pórtico em betão armado, os pilares, no edifício em estudo,

localizam-se na zona de marquises e escadas de serviço e as vigas são pontuais, localizando-

se essencialmente ao nível da cave.

Tal como sucedeu para as paredes de alvenaria, a verificação dos elementos de betão armado

é realizada para as duas combinações de acções definidas (combinação sísmica e combinação

fundamental), onde foram analisados os momentos flectores e esforços transversos. Para o

cálculo relativo à quantidade de armadura necessária para garantir a segurança dos elementos

em questão, foi tido em conta o prescrito no EC2-1 (2010). Salienta-se que todos os elementos

de betão armado avaliados possuem armadura, quer longitudinal quer transversal, segundo os

desenhos do projecto original do edifício. Os resultados apresentados nesta secção

correspondem aos valores máximos absolutos obtidos pelo modelo numérico.

6.4.2.1. Pilares

O caso de estudo pertence aos primeiros edifícios mistos de betão armado e alvenaria

construídos em Lisboa, não usufruindo uma estrutura porticada em betão armado, como se

verifica nos edifícios Placa mais recentes. Neste caso, os únicos pilares existentes localizam-se

na periferia do edifício, na zona posterior, tal como é possível visualizar na Figura 6.13, em que

se observa uma fotografia retirada ao edifício, e na Figura 6.14, onde estão representados os

pilares no modelo numérico, apenas ligados aos muros das varandas. Assim, espera-se que

estes elementos apresentem esforços consideráveis, visto não se encontrarem envoltos em

paredes de alvenaria, as quais absorveriam grande percentagem dos esforços.

Figura 6.13 – Pilares na zona das marquises e escadas de serviço, a

tardoz do edifício.

Figura 6.14 – Pilares representados no modelo numérico como elementos de barra (a azul).

122

Os dois pilares existentes são semelhantes, tendo sido construídos com secção quadrada de

0,20m de aresta e 4 varões de 3/8'' de armadura longitudinal, o que perfaz uma área de

armadura de 2,85cm2. Desta forma, verificou-se o momento e o esforço normal condicionante

em cada pilar, a partir dos diagramas de esforços adquiridos do modelo, determinando assim a

armadura longitudinal As necessária, com recurso aos ábacos de flexão composta. Estes

valores encontram-se apresentados na Tabela 6.4, para as duas combinações de acções

consideradas.

Tabela 6.4 – Determinação da armadura necessária à verificação de segurança dos pilares.

Pilar MSd (kNm) NSd (kN) As (cm2) As,min (cm

2)

Combinação Sísmica P1 7,84 242,29 16,78 1,19

P2 10,61 316,81 20,98 1,55

Combinação Fundamental P1 2,60 162,02 10,07 0,79

P2 3,85 194,66 11,54 0,95

A Tabela 6.4 mostra que ambos os pilares não verificam a segurança com a armadura

longitudinal que possuem. Este facto é verificado sobretudo pela presença dos valores

elevados de esforços axiais de compressão a que os pilares se encontram sujeitos. Atendendo

à localização dos pilares em planta, é compreensível a obtenção destes valores de

compressão elevados, visto constituírem os principais elementos estruturais presentes naquela

zona, suportando, ainda, a laje de betão armado.

Neste estudo verificou-se também que os esforços axiais de tracção, presentes nos pilares,

não condicionavam a verificação de segurança.

Pode-se portanto concluir que, de forma a verificar a segurança, principalmente à acção

sísmica, existe a necessidade de pilares de maiores dimensões, possuindo maiores áreas de

armadura.

6.4.2.2. Vigas

Na Tabela 6.5 encontram-se as dimensões das vigas estudadas, assim como as armaduras

longitudinais e transversais que estas possuem. Salienta-se que, em todas as vigas, apenas

existe armadura longitudinal correspondente aos momentos positivos, por não se ter verificado

qualquer varão de aço localizado na zona superior da secção das vigas.

A viga V3 foi construída em quatros diferentes posições na cave. Contudo, apenas serão

apresentados os cálculos correspondentes à viga que se encontra sujeita aos maiores

esforços, sendo essa a condicionante no que diz respeito à verificação de segurança. Admite-

123

se, assim, que estas vigas deveriam possuir as mesmas características, de acordo com a

memória descritiva e justificativa do projecto e as peças desenhadas.

Tabela 6.5 – Dimensões e armaduras das vigas em betão armado.

Viga b (m) h (m) Armadura

Longitudinal As (cm

2)

Armadura Transversal

Asw/s (cm

2/m)

V1 0,25 0,40 1/4'' 1,27

Estribos

1/4''@0,30 1,06 V2 0,30 0,50 3/4'' 11,40

V3 0,20 0,40 1/2'' 5,07

De acordo com a armadura longitudinal, tornou-se possível o cálculo do momento resistente

(MRd) correspondente a cada viga, sendo então comparado com o momento actuante. Os

valores resistentes calculados, bem como os momentos flectores retirados do modelo numérico

para cada elemento de viga, encontram-se apresentados na Tabela 6.6. Note-se que os

momentos actuantes correspondem a valores positivos, de forma a ser possível a comparação

entre valores, de acordo com as armaduras longitudinais presentes nas vigas. A nível de

modelação, teve-se o cuidado de verificar que os valores de momentos flectores negativos

apresentados eram reduzidos, sendo no entanto aconselhável a colocação de armadura

mínima na zona superior da secção transversal.

Tabela 6.6 – Verificação de segurança das vigas relativamente ao momento flector máximo.

Viga Combinação MSd (kNm) MRd (kNm)

V1 Sísmica 6,86

9,41 Fundamental 8,69

V2 Sísmica 74,23


V3 Sísmica 27,04


Após a análise dos momentos flectores, foram determinadas as armaduras transversais

necessárias para a verificação de segurança das vigas (Asw/s)min, de acordo com os esforços

transversos máximos que estas apresentam (Tabela 6.7). Esta armadura, determinada para as

duas combinações de acções, foi então comparada com a armadura transversal presente

nestes elementos (Asw/s), verificando-se se é ou não suficiente para a resistência ao corte.

124

Tabela 6.7 – Verificação de segurança das vigas relativamente ao esforço transverso.

Viga Combinação (Asw/s)min (cm2/m) Asw/s (cm

2/m)

V1 Sísmica 0,96


V2 Sísmica 4,27


V3 Sísmica 1,83


A partir da observação das tabelas anteriormente apresentadas, é possível concluir que a

combinação de acções em que tem como variável base a acção sísmica, no geral, condiciona a

verificação de segurança dos elementos de viga. Todas as vigas presentes no edifício em

estudo verificam a segurança no respeita à flexão. Por outro lado, a verificação de segurança

por corte não é assegurada para nenhuma das vigas, sendo necessário maior armadura

transversal. Este facto seria de esperar, uma vez que as armaduras transversais em elementos

de betão armado, presentes em edifícios antigos, são frequentemente insuficientes.

Convém referir que as vigas, ao contrário do que foi constatado para os pilares, encontram-se

inseridas nos elementos de alvenaria, que possuem elevada rigidez e que, por isso, absorvem

muitos esforços, tendo capacidade suficiente para suportar os esforços a que ficam sujeitos. As

vigas presentes na estrutura em estudo foram construídas em locais estratégicos, em geral nas

zonas de descontinuidade de paredes de alvenaria, entre o rés-do-chão e a cave.

6.5. Análise de Resultados da Estrutura sujeita a Consolidação

de Paredes de Alvenaria

Esta parte do trabalho tem como objectivo a simulação, a nível de modelação numérica do

edifício, do efeito da consolidação de paredes de alvenaria através da injecção de caldas.

Após uma análise correspondente às tensões de corte realizada ao nível das paredes de

alvenaria presentes no edifício em estudo, foi possível concluir que a fachada principal é o

elemento mais crítico, no que diz respeito à existência de danos provocados pela não

verificação da segurança em termos de tensões de corte. De forma a verificar o efeito da

injecção de caldas, tratando-o como um reforço localizado, decidiu-se admitir que estas zonas

críticas seriam reforçadas com injecção de calda (isto é, aumentou-se a sua rigidez – módulo

de elasticidade mais elevado – e resistência), tendo em conta os resultados obtidos a partir dos

ensaios cíclicos apresentados na secção 4 do presente trabalho.

125

O ensaio cíclico a paredes de alvenaria reforçadas com a calda definida e caracterizada na

secção 3 deste trabalho, permitiu concluir que a injecção de calda garantiu, em termos gerais,

a recuperação da resistência inicial da parede. O aumento quer da resistência, como da

rigidez, dos elementos estruturais, após o reforço, foi determinado a partir da comparação

realizada, essencialmente, entre os valores obtidos no final do ensaio das paredes sem reforço

e os obtidos no início do ensaio da parede reforçada. Esta análise permitiu concluir que houve

um aumento de cerca de 20% da sua rigidez, o qual foi aplicado no modelo a partir da definição

de um novo material. Relativamente à resistência, verificou-se um aumento de 5%. O novo

material, introduzido na fachada principal a partir do piso correspondente ao rés-do-chão, foi

então definido como alvenaria de pedra com um módulo de elasticidade de 2,16GPa.

Este novo estudo incidiu quer na avaliação das novas características dinâmicas do edifício,

como na análise das novas tensões presentes nas paredes dos diferentes alinhamentos.

Relativamente à análise modal, foi verificado que as características dinâmicas da estrutura

mantiveram-se praticamente inalteradas.

Seguidamente apresentam-se as tensões observadas neste novo modelo (tensões verticais e

tensões de corte) e o mapa de danos correspondente à verificação de segurança ao corte, para

as paredes da fachada principal, por serem nestas que se verificam as alterações das

propriedades dos materiais (Figura 6.17 a Figura 6.20). A verificação de segurança à

compressão não é apresentada uma vez que se encontra verificada em praticamente em todos

os alinhamentos do edifício com e sem reforço.

O mapa de danos é definido verificando em cada ponto do modelo numérico das paredes

condicionantes a tensão de corte de cálculo com a tensão de corte resistente definida de

acordo com a equação (6.8).

a) Parede sem reforço.

b) Parede com reforço.

Figura 6.15 – Tensões verticais na fachada principal (alinhamento 1), para a combinação sísmica de acções (kPa).

126



Figura 6.16 – Tensões de corte na fachada principal (alinhamento 1), para a combinação sísmica de acções (kPa).



Figura 6.17 – Mapa de danos para tensões de corte na parede da fachada principal correspondente ao alinhamento 1 (os pontos a laranja dos modelos indicam as zonas onde é excedida a

resistência ao corte da alvenaria; a azul estão identificados os pontos que verificam a tensão).



Figura 6.18 – Tensões verticais na fachada principal (alinhamento 2), para a combinação sísmica de acções (kPa).

127



Figura 6.19 – Tensões de corte na fachada principal (alinhamento 2), para a combinação sísmica de acções (kPa).



Figura 6.20 – Mapa de danos para tensões de corte na parede da fachada principal correspondente ao alinhamento 2 (os pontos a laranja dos modelos indicam as zonas onde é excedida a

resistência ao corte da alvenaria; a azul estão identificados os pontos que verificam a tensão).

A análise dos valores de tensões obtidos para as paredes da fachada principal permite concluir

que houve um ligeiro aumento a nível das tensões de corte actuantes (Figura 6.16 e Figura

6.19). Os edifícios Placa caracterizam-se por não terem pisos rígidos no seu plano, em

particular aqueles que possuem a configuração de “Rabo de Bacalhau”, como é o caso do

edifício em estudo. Deste modo, não seria esperado que as forças de inércia, resultantes da

acção sísmica, sejam absorvidas de forma proporcional por cada parede de alvenaria, em cada

direcção ortogonal em planta. No entanto, o piso apresenta ainda alguma rigidez, justificando

assim que o aumento de rigidez da fachada implicou um aumento de absorção de forças nessa

direcção.

128

Este aumento dos valores de tensões foi pequeno, quando comparado com o aumento de

rigidez dos elementos de alvenaria da fachada. Necessário ter em conta que a consolidação de

paredes de alvenaria a partir da injecção da calda, está também associada a um aumento dos

limites das tensões resistentes do material, tendo em conta os resultados obtidos nos ensaios

cíclicos realizados.

Uma análise comparativa entre todas as outras paredes do edifício sem reforço (isto é, agora

não considerando a fachada), e as mesmas após o reforço por injecção de calda, permitiu

concluir que ficaram sujeitas a valores de tensões inferiores. Apesar dos mapas de danos

correspondentes às diversas paredes apresentarem-se idênticos, no que diz respeito às zonas

onde a tensão de corte resistente é excedida, verificou-se uma melhoria em termos de valores

obtidos. Ou seja, na generalidade, no novo modelo, a verificação da segurança ao corte, das

zonas das paredes que ainda não satisfazem a condição, está muito perto de ser verificada; na

realidade há uma menor diferença entre os valores actuantes e os resistentes nas paredes do

edifício reforçado.

Em suma, o aumento de rigidez das paredes da fachada principal provocou também um

aumento de rigidez global do edifício segundo X, e assim uma maior absorção de forças de

inércia com o consequente agravamento dos valores de tensões na fachada. Logo, a análise

global da estrutura permite verificar uma menor absorção de forças por parte das restantes

paredes estruturais, permitindo, deste modo, concluir que, à excepção dos pontos críticos já

indicados, a nova estrutura reforçada localmente verifica praticamente a segurança

relativamente à acção sísmica.

6.6. Conclusão

Na avaliação sísmica do caso de estudo definiram-se dois níveis de análise: esforços de flexão

e corte presentes nos elementos de betão armado, através dos momentos flectores e esforços

transversos respectivamente; e os diagramas de tensões verticais (compressões e tracções) e

de corte para as paredes de alvenaria existentes no edifício.

Definida a acção sísmica de acordo com o EC8 (2009), começou-se pela verificação da

segurança das paredes de alvenaria, analisando-se isoladamente as tensões em cada

alinhamento de parede, de forma a identificar as zonas mais condicionantes. Uma nota

importante a retirar consiste no facto de serem muitos os alinhamentos que não verificaram a

segurança estrutural, principalmente aqueles que se encontram orientados segundo Y.

A análise dos diagramas de tensões dos alinhamentos foi também realizada para a

combinação que possui a sobrecarga como variável base, analisando assim o comportamento

estrutural dos elementos quando sujeitos apenas a cargas verticais. Nitidamente, a estrutura

129

apresenta maiores deficiências estruturais quando sujeita a acções horizontais, sobretudo à

acção sísmica. Como seria evidente, as tensões verticais de tracção, bem como as tensões de

corte, foram as que condicionaram a verificação de segurança do edifício. As tensões de

tracção apresentam valores superiores nas zonas das aberturas, o que dará origem a maior

percentagem de fendilhação nessas zonas.

Seguidamente foi realizada a verificação da segurança dos elementos lineares de betão

armado, designadamente os pilares e as vigas. Esta análise permitiu verificar que os elementos

verticais de betão armado não cumprem o critério de segurança, possuindo uma percentagem

de armadura longitudinal inferior à necessária para que a segurança seja assegurada, em

especial para a combinação sísmica de acções. Quanto às vigas, os resultados obtidos

confirmam aquilo que consta em alguma literatura sobre o facto de edifícios mais antigos com

elementos de betão armado apresentarem, frequentemente, quantidades de armaduras

transversais insuficientes. Não obstante a não satisfação das quantidades de armadura

transversal, concluiu-se que as vigas construídas em betão armado verificam a segurança à

flexão. Convém referir que, devido à localização particular dos pilares de betão armados,

nomeadamente onde se verifica maior carga devido à presença da laje de betão, e sem

paredes de alvenaria para absorverem grande percentagem dos esforços, é normal a

distribuição de esforços obtida para estes elementos verticais, conduzindo ao não cumprimento

da verificação de segurança.

Por último, o mesmo modelo com um novo material nas paredes da fachada principal foi

analisado, de forma a avaliar numericamente a consolidação de paredes de alvenaria a partir

da injecção da calda seleccionada. Visto se ter verificado um comportamento estrutural pior

nas paredes presentes nos alinhamentos segundo X, optou-se por aplicar o reforço estrutural

apenas na parede da fachada principal, já que esta apresenta um pior mapa de danos relativo

à verificação de segurança ao corte. O reforço destes elementos estruturais permitiu a

introdução de um material com maior rigidez, verificando-se ficar sujeito a maiores valores de

tensões. Porém, os valores ligeiramente superiores de tensões actuantes não são um factor

negativo, uma vez que a diferença, comparativamente com a estrutura existente, não é

significante, e a nova fachada principal possui, também, valores limites resistentes

superiores. Por outro lado, as outras paredes estruturais ficaram sujeitas a valores inferiores

de tensões, quando comparados com os valores resistentes correspondentes, podendo-se

dizer que globalmente a estrutura verifica a segurança à acção sísmica. Relativamente às

características dinâmicas da estrutura, o modelo numérico permitiu concluir que estas

mantiveram-se praticamente idênticas.

A norma italiana NTC (2008) sugere factores de correcção dos parâmetros mecânicos dos

materiais de acordo com o reforço utilizado, presentes na tabela C8A.2.2 da respectiva norma.

Quando se trata de um reforço por injecção de caldas fluidas, é sugerido um aumento de 20%

quer ao nível da rigidez quer ao nível da resistência. Comparativamente aos valores obtidos no

130

presente trabalho, não foi possível atingir um aumento de 20% no que diz respeito à resistência

global do elemento estrutural a injectar.

A este nível, torna-se interessante referir que foi verificado um trabalho experimental, realizado

por Krzan et al. (2014), onde tanto o procedimento, como os resultados obtidos, foram

semelhantes. Neste trabalho, duas paredes de alvenaria foram submetidas ao ensaio cíclico,

sendo posteriormente reforçadas com injecção de calda nas fendas existentes. Após o tempo

de cura, foram então novamente submetidas ao ensaio cíclico, de forma a comparar os

resultados obtidos antes e depois do reforço estrutural. A conclusão foi de que a calda

injectada permitiu, de uma forma geral, recuperar as características iniciais das paredes, tendo

sido verificado, também, aumentos de cerca de 5% e 20% no que respeita à resistência à

rigidez, respectivamente.

131

7. Considerações Finais

7.1. Conclusões Gerais

Na presente dissertação foi realizado um estudo sobre um tipo de reforço estrutural utilizado

em paredes de alvenaria existentes em edifícios antigos de alvenaria. Os edifícios Placa

constituem uma boa parte do parque edificado da cidade de Lisboa, necessitando, assim, da

avaliação do seu comportamento estrutural. Tal como acontece para outros edifícios antigos de

alvenaria, os edifícios Placa necessitam de reforço estrutural ao nível das paredes,

nomeadamente as paredes exteriores, visto serem as de maior importância. A injecção de

caldas fluidas foi a técnica de reforço avaliada nesta dissertação.

Numa primeira fase procedeu-se à definição e avaliação de uma calda fluida a utilizar no

processo de injecção em alvenarias antigas. A formulação deste tipo de produtos não é de fácil

execução, pois existe necessidade de garantir compatibilidade entre o material novo

introduzido e os materiais que constituem o elemento estrutural a reforçar. Com esta

preocupação, recorreu-se à cal hidráulica como um dos ligantes. A avaliação das diversas

possíveis composições para a calda, fazendo variar a percentagem de cal e água, permitiu

concluir que apenas com a adição de cimento pozolânico fino se obtinha, aos 28 dias de idade,

resistências à compressão superiores a 20MPa. A cal hidráulica permite atingir valores

consideráveis de resistência, porém, quando utilizada somente com água, apresenta outros

problemas relativamente à exsudação e segregação, visto que requer uma grande quantidade

de água para uma fluidez aceitável. O cimento pozolânico, à partida, é também um material

compatível com os materiais constituintes das paredes de alvenaria das estruturas alvo desse

estudo: os edifícios Placa. Este tipo de edifícios é, muitas vezes, construído utilizando

argamassa de cimento como argamassa de ligação das unidades de alvenaria.

Os requisitos impostos às caldas de injecção são muito rigorosos, por ser necessário ter em

conta a combinação de diversas propriedades, tais como: fluidez, estabilidade, exsudação,

segregação, injectabilidade, características mecânicas, entre outras. Sendo um requisito básico

a observação de variação de volume e exsudação, após 24h da produção da calda,

praticamente nulas, verificou-se a necessidade de adicionar um superplastificante. Este teve

como principal objectivo diminuir a relação água/ligante, garantindo assim uma maior

estabilidade da calda, pois é necessário que a calda apresente homogeneidade desde a sua

produção até ao final do processo da injecção.

Deste modo, após um extenso estudo experimental efectuado a diferentes composições de

caldas, obteve-se uma calda com um traço de 1:1 (cimento:cal hidráulica, em termos de peso),

com a adição de uma pequena percentagem de superplastificante em pó. Salienta-se que os

132

materiais constituintes sólidos da calda são a cal hidráulica natural NHL5 e o cimento

pozolânico CEM IV/B 32,5R, ambos da Secil, e o superplastificante Viscocrete 225 da Sika.

Esta campanha estrutural, para além de incluir a avaliação das características principais da

calda, engloba também uma avaliação da sua injectabilidade em meio poroso. A avaliação da

capacidade de injecção sob pressão foi realizada recorrendo a provetes cilíndricos preenchidos

com um determinado tipo de areia. A calda seleccionada preencheu todos os vazios existentes

no interior dos provetes, mesmo quando se recorreu a areia de menores dimensões, variando

simplesmente o tempo de preenchimento. A injecção por gravidade foi efectuada em provetes

cúbicos previamente preenchidos por uma mistura de britas com granulometrias diferentes,

verificando-se um bom escoamento da calda e total preenchimento dos vazios existentes no

interior dos moldes cúbicos.

Na fase seguinte, procedeu-se à avaliação da eficácia da técnica de consolidação de paredes

de alvenaria através da injecção da calda seleccionada. De forma a simular as paredes

estruturais típicas de edifícios antigos, sendo exemplo os edifícios Placa, duas paredes de

alvenaria de pedra calcária assente com argamassa de cal hidráulica, foram submetidas ao

processo de injecção da calda. Posteriormente, estes elementos foram ensaiados através da

aplicação de forças horizontais cíclicas no topo, seguindo os principais conceitos presentes na

norma ASTM (2002) e no trabalho de Vasconcelos (2005). A injecção foi realizada nas paredes

após terem sido submetidas ao mesmo ensaio cíclico, apresentando assim, cada uma delas,

um padrão de fendilhação distinto e significativo.

Os resultados obtidos comprovaram que, quanto maior a quantidade de calda injectada, ou

seja, quanto melhor a penetração da calda no interior de uma determinada alvenaria, melhores

são as características obtidas no que diz respeito à resistência e rigidez do elemento estrutural.

Uma das paredes não permitiu retirar muitas conclusões, uma vez que, para além de se ter

verificado problemas no ensaio deste elemento sem reforço, o padrão de fendilhação no final

do ensaio era caracterizado por poucas fendas de dimensões reduzidas, não permitindo a

injecção de uma quantidade significativa de calda. Por outro lado, com a outra parede foi

possível concluir que a injecção da calda avaliada permitiu, de uma forma geral, recuperar as

características iniciais dos elementos estruturais de alvenaria, após terem sido submetidos a

ensaios cíclicos.

Depois da realização das campanhas experimentais relativas ao processo de consolidação de

paredes de alvenaria, através da injecção de caldas fluídas, foi estudado um caso real de um

edifício antigo do tipo “Placa”. Pretendeu-se, através de um modelo numérico, avaliar a

segurança estrutural de um edifício antigo desta tipologia, primeiro sem reforço (modelou-se o

edifício existente), e posteriormente, quando submetido a eventuais reforços por injecção de

calda.

133

Foi realizada uma pesquisa histórica de forma a conhecer melhor a construção dos edifícios

Placa em Lisboa, sobretudo no que diz respeito aos materiais utilizados e disposições dos

diversos elementos estruturais. Devido à observação de uma característica particular,

essencialmente visível em planta, relativamente à laje de betão armado localizada numa zona

saliente a tardoz do edifício, concluiu-se que a estrutura pertencia ao grupo designado de

“Rabo de Bacalhau”, deste tipo de edifícios. Procurou-se aproximar ao máximo a modelação

com o edifício real, através da calibração do modelo tendo por base os resultados obtidos a

partir dos ensaios de caracterização dinâmica experimental in situ realizados anteriormente.

Este processo de calibração permitiu concluir que seria fundamental a inclusão, no modelo

numérico, dos edifícios adjacentes, visto que a resposta do edifício modelado isoladamente é

muito diferente à obtida quando se juntam um edifício de cada lado, simulando assim o efeito

de quarteirão existente.

Nos edifícios Placa, as paredes de alvenaria têm rigidez muito elevada no seu próprio plano, o

que conduz a deformações reduzidas nesses planos. A modelação do pavimento de madeira,

através de elementos de barra, foi outra particularidade a ter em conta, constituindo uma forma

de simular a menor rigidez no plano do piso inerente a um pavimento de madeira. Esta falta de

rigidez dos pavimentos permite distorção no plano horizontal e limita a transmissão das forças

de inércia às paredes resistentes, ao contrário da modelação com piso rígido. Os pavimentos

construídos em betão armado foram modelados como diafragmas rígidos, constituindo apenas

uma aproximação, uma vez que as lajes presentes neste tipo de edifícios, para além de

possuírem uma espessura reduzida, são fracamente armadas.

Neste trabalho, as verificações de segurança tiveram por base análises lineares por espectro

de resposta, onde o comportamento não linear é tido em conta, de forma simplificada, a partir

do coeficiente de comportamento. Foi possível identificar as zonas de maior vulnerabilidade

estrutural e, portanto, prioritárias quando se pensa em reforço, através da análise qualitativa

dos resultados para o nível de segurança sísmico regulamentar do EC8 (2009) e para os

limites de resistência das alvenarias considerados. A verificação de segurança foi realizada

tendo em consideração os esforços actuantes ao nível dos elementos lineares de betão

armado, assim como os diagramas de tensões actuantes verticais e de corte nos elementos

estruturais de alvenaria.

A avaliação dos elementos de betão armado permitiu concluir que os pilares não se encontram

correctamente dimensionados, sendo necessário aumentar a quantidade de armadura.

Relativamente às vigas, como seria de esperar, a segurança ao corte não é verificada, por

insuficiência de armadura transversal presente nestes elementos. Os diagramas de tensões

apresentados para as paredes dos diferentes alinhamentos permitiram concluir que, apesar de

a estrutura ter capacidade estrutural no que diz respeito à actuação das cargas verticais, não

suporta intensidades sísmicas tão elevadas como as da acção regulamentar.

134

Por fim, de modo a avaliar o processo de consolidação de paredes de alvenaria, tendo por

base o estudo realizado neste trabalho, um novo modelo do edifício foi analisado fazendo

variar as características das paredes da fachada. As novas propriedades basearam-se no

incremento de rigidez e resistência observado nos ensaios cíclicos das paredes de alvenaria,

realizados na última campanha experimental apresentada no presente trabalho. Com um

modelo numérico, alterado devido à maior rigidez da fachada, verificou-se que estas paredes

absorviam maior percentagem de esforços. Este factor é explicável porque o piso de madeira

apesar de não ser rígido no plano, apresenta uma certa rigidez permitindo transferir agora

maiores forças de inércia para as fachadas (que têm maior rigidez no novo modelo reforçado),

conduzindo a valores tensões ligeiramente superiores. Tendo sido muito pouco significativo o

aumento de tensões actuantes, verificou-se uma maior percentagem de aumento no que diz

respeito aos valores limite das resistências, verificando-se que a injecção localizada da calda

avaliada permite aumentar a resistência global de edifícios antigos de alvenaria, diminuindo

então a sua vulnerabilidade sísmica.

7.2. Desenvolvimentos Futuros

As propostas para desenvolvimentos futuros, apresentadas em seguida por tópicos

individualizados, tiveram como base aspectos que não foram estudados ou para os quais se

subsistem dúvidas. Assim sendo, propõe-se:

i) Complementar a informação correspondente à caracterização da calda seleccionada,

designadamente no que respeita à avaliação da durabilidade e variação na capacidade

de aderência, entre outras propriedades físicas e mecânicas;

ii) Avaliação do processo de injecção da calda quando injectada a diferentes pressões

e/ou em casos reais, avaliando o comportamento estrutural do elemento sujeito ao

reforço;

iii) Realização de ensaios experimentais in situ que permitem caracterizar os materiais

constituintes do edifício Placa; apesar de se tratarem de ensaios algo destrutivos,

permitem obter resultados quantitativos directos;

iv) Possível realização de uma análise de sensibilidade que avaliasse a redução de rigidez

associada à progressão da fendilhação;

v) Uma melhor avaliação da vulnerabilidade sísmica do edifício, tendo em consideração

as ligações entre paredes ortogonais e entre pavimentos e paredes, por constituírem

pontos frágeis deste tipo de edifícios, requerem especial atenção;

vi) Análise de outro tipo de reforços, em especial nas zonas/elementos que não verifiquem

a segurança estrutural.

135

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145

Anexo I – Fichas Técnicas

I.1. Ficha Técnica da Cal Hidráulica NHL5

149

I.2. Ficha Técnica do Superplastificante

151

Anexo II – Propriedades das Caldas Realizadas D

esig

na

ção

Tra

ço

(Cim

en

to:C

al)

Vo

lum

e d

e

am

assad

ura

(L

)

Rela

ção

a/l

Ensaio Fluidez - Método do Cone

( < 25seg)

Ensaio Fluidez - Método do

Espalhamento ( ≥ 140mm)

Temperatura da calda

(≈ 20ºC)

Variação Volume

(%)

Exsudação (%)

Cim

ento

CE

M

IV/B

32,5

R (

kg)

Cal H

idrá

ulic

a

NH

L5 (

kg)

Água

(L)

Adju

vante

Vis

cocre

te (

%)

Adju

vante

Vis

cocre

te (

kg)

Resistência à Compressão (MPa)

t0 t30 a0 a30 T0 T30 (-1 a 5%) ( < 2%) 7 dias 28 dias

C1 0:1 1,71 0,55 28,0 - - - 20,0 - - - 0,000 1,875 1,028 0,0% 0,000 - -

C1 0:1 1,87 0,63 10,0 - 133 - 20,1 - -1% - 0,000 1,875 1,188 0,0% 0,000 - -

C2 1:0 2,18 0,55 11,0 - 145 - 19,9 - 0% - 2,500 0,000 1,375 0,0% 0,000 - -

C3 1:1 2,09 0,70 8,0 8,0 207 155 19,8 20,2 -1% 1% 1,000 1,000 1,400 0,0% 0,000 3,9 7,5

C4 1:2 2,20 0,70 8,0 8,0 200 189 19,9 19,7 0% 1% 0,700 1,400 1,470 0,0% 0,000 0,6 4,3

C5 2:1 2,18 0,70 8,0 8,0 161 196 19,9 20,1 -3% 1% 1,400 0,700 1,470 0,0% 0,000 5,8 10,5

C6 1:1 1,58 0,45 27,0 - - - 19,6 - -3% 2% 1,000 1,000 0,890 0,3% 0,006 - -

C7 1:1 1,58 0,45 19,0 - - - 19,6 - -4% 8% 1,000 1,000 0,890 0,5% 0,009 18,6 25,3

C8 1:1 1,59 0,45 20,0 - - - 19,6 - -7% 8% 1,000 1,000 0,900 2,0% 0,040 - -

C9 1:1 1,59 0,45 > 60 - - - 19,7 - - - 1,000 1,000 0,900 1,0% 0,020 - -

C10 1:1 1,59 0,45 18,0 - - - 19,3 - - - 1,000 1,000 0,900 10,0% 0,200 - -

C11 1:1 1,59 0,45 33,0 33,5 170 178 19,3 20,3 0% 0% 1,000 1,000 0,900 10,0% 0,200 - -

C12 2:1 1,66 0,45 30,0 36,0 199 200 19,3 20,5 3% 4% 1,400 0,700 0,950 9,5% 0,200 - -

C13 1:2 1,68 0,45 27,0 31,0 205 206 19,5 20,5 2% 2% 0,700 1,400 0,950 9,5% 0,200 - -

C14 2:1 1,66 0,45 27,0 39,0 211 212 20,7 20,6 - 3% 1,400 0,700 0,950 0,4% 0,008 - -

C15 1:2 1,68 0,45 29,0 - 211 - 19,5 - - 2% 0,700 1,400 0,950 0,4% 0,008 - -

152

Desig

na

ção

Tra

ço

(Cim

en

to:C

al)

Vo

lum

e d

e

am

assad

ura

(L

)

Rela

ção

a/l

Ensaio Fluidez - Método do Cone

( < 25seg)

Ensaio Fluidez - Método do

Espalhamento ( ≥ 140mm)

Temperatura da calda

(≈ 20ºC)

Variação Volume

(%)

Exsudação (%)

Cim

ento

CE

M

IV/B

32,5

R (

kg)

Cal H

idrá

ulic

a

NH

L5 (

kg)

Água

(L)

Adju

vante

Vis

cocre

te (

%)

Adju

vante

Vis

cocre

te (

kg)

Resistência à Compressão (MPa)

t0 t30 a0 a30 T0 T30 (-1 a 5%) ( < 2%) 7 dias 28 dias

C16 1:0 1,68 0,45 26,0 36,0 213 211 19,8 20,2 -11% 10% 2,100 0,000 0,950 0,4% 0,008 - -

C17 1:0 1,68 0,75 8,0 7,0 189 173 20,3 20,5 - - 2,500 0,000 1,875 0,0% 0,000 8,8 16,1

C18 1:0 2,18 0,55 11,0 10,0 124 139 22,2 21,1 0% 0% 2,500 0,000 1,375 0,0% 0,000 26,4 34,5

C19 1:1 1,49 0,40 30,0 - - - 20,8 - - - 1,000 1,000 0,800 0,2% 0,004 - -

C20 1:1 1,59 0,45 12,0 - 199 - 20,8 - 0% 0% 1,000 1,000 0,900 0,2% 0,004 19,5 26,8

C21 1:1 1,58 0,45 11,0 14,0 214 198 20,4 19,4 -3% 3% 1,000 1,000 0,890 0,4% 0,008 13,5 22,0

C22 2:1 1,66 0,45 12,0 12,0 202 203 21,2 20,6 -4% 5% 1,400 0,700 0,950 0,4% 0,008 23,5 27,1

C23 1:2 1,68 0,45 14,0 13,0 204 206 21,5 20,7 -4% 4% 0,700 1,400 0,950 0,5% 0,010 11,6 13,5

C24 1:0,3 1,57 0,45 11,0 14,0 217 169 22,1 21,0 -1% 1% 1,500 0,500 0,900 0,2% 0,004 30,4 39,1

C25 1:1 11,10 0,45 14,0 15,0 234 169 21,4 21,3 0% 0% 7,000 7,000 6,300 0,2% 0,028 19,4 26,7

C26 1:1,5 1,99 0,45 12,0 11,0 209 - 20,5 20,8 -4% 4% 1,000 1,500 1,125 0,5% 0,013 15,6 22,2

C27 1:1,5 1,92 0,42 18,0 - - - 20,4 - - - 1,000 1,500 1,050 0,4% 0,010 - -

C28 1:1 11,10 0,45 15,0 - - - 20,1 - - - 7,000 7,000 6,300 0,2% 0,028 20,6 27,1

153

Anexo III – Propriedades das Britas 1 e 2

155

Anexo IV – Algumas fotografias retiradas na campanha

experimental

Nesta secção são apresentadas algumas fotografias retiradas durantes as campanhas

estruturais. Em primeiro lugar apresenta-se, na Figura A.1, o aspecto de quatro tipo de caldas

produzidas na fase de selecção da calda final, de forma a se compreender a diferença quando

se faz variar a percentagem dos constituintes. Note-se que nas indicações do traço, primeiro é

a quantidade de cimento e depois a quantidade de cal hidráulica, em termos de peso.

a) Calda C21, com traço 1:1.

b) Calda C22, com traço 2:1.

c) Calda C23, com traço 1:2.

d) Calda C24, com traço 1:0,3.

Figura A.1 – Aspecto do estado fresco de algumas caldas, produzidas em laboratório.

As figuras apresentadas em seguida dizem respeito ao aspecto da calda seleccionada nos

diversos ensaios realizados, nomeadamente nos ensaios de avaliação da capacidade de

injecção quer por gravidade, quer sob pressão.

156

Figura A.2 – Aspecto da calda após o ensaio de rotura por flexão.

Figura A.3 – Ensaio à rotura por compressão ao provete prismático.

Figura A.4 – Ensaio de Compressão aos provetes cúbicos.

Figura A.5 – Ensaio de Compressão aos provetes cúbicos.

Figura A.6 – Aspecto do provete após ensaio de rotura por compressão.

Figura A.7 – Aspecto do provete após ensaio de rotura por compressão.

157

Figura A.8 – Aspecto do provete cilíndrico após o ensaio de rotura por compressão

(areia 2-4mm).

Figura A.9 – Aspecto do provete cilíndrico após o ensaio de rotura por compressão diametral (areia

2-4mm).

Figura A.10 – Aspecto do provete cilíndrico após o ensaio de rotura por compressão (areia 4-6,2mm).


(areia 4-6,2mm).


diametral (areia 4-6,2mm).


diametral (areia 4-6,2mm).

159

Anexo V – Desenhos Referentes ao Caso de Estudo

Planta das Fundações

Planta da Cave

Planta do Rés-do-Chão

160

Planta dos Andares

Corte A-B

161

Fachada Principal

Fachada Posterior

162

Pormenorização das peças em Betão Armado

163

Anexo VI – Propriedades dos Materiais

Tabela A.1 – Características mecânicas das alvenarias de pedra de acordo com diversos autores.

Material | Parede | Edifício

E [GPa] Resistências

γ [kN/m

3]

Fonte

fc [MPa] ft [MPa] [MPa]

Alvenaria de pedra irregular

2,50 0,60-1,40 0,05-0,07

19 Tabelas

Técnicas, 1974

Parede de empena, Edifício

Pombalino 1,00

- Santos, 1997

Parede de fachada, Edifício

Gaioleiro

0,66

- Lopes, 1997

0,16

Alvenaria de Pedra Irregular

0,48 7,00

- Carvalho, 2008

1,70 0,99-1,97

- Valuzzi, 2001

1,64 8,00

- Milosevic et al., 2011 (Severes

Project)

1,00 1,60

- Moreira et al.,

2012

0,305 0,43

- Pinho, 2008

0,50 2,50

- Carvalho, 2008

Edifício em Angra do Heroísmo

0,20-0,50

Oliveira, 2000

Edifício na ilha do Faial

0,20-0,30

- Costa, 2000

Double leaf roughly cut

stone masonry panel

0,567 0,204

- Corradi, 2008 0,988 0,195

1,965 0,177

1,913 0,185

Edifício Gaioleiro

0,70-1,00 0,80-1,50

- Silva e Soares,

1997

2,00

0,90

- Vicente, 2008 2,08

0,41

Edifício Pombalino

1,76 0,91

- Simões et al., 2012 1,76

Edifício Gaioleiro

0,45 0,54

- Simões et al., 2012 0,40

164

Tabela A.2 – Características mecânicas das alvenarias de pedra de acordo com diversos autores (continuação).



γ [kN/m

3]

Fonte


Alvenaria desaparelhada (irregular) com paramento de

espessura limitada e núcleo interno

1,02-1,44 2,00-3,00 0,053-0,077 0,035-0,051 20

NTC 2008

Alvenaria de pedra irregular

0,69-1,05 1,00-1,80 0,030-0,048 0,020-0,032 19

Alvenaria de pedra aparelhada com

boa conexão 1,50-1,98 2,60-3,80

0,056-0,074 21

Edifício Gaioleiro 1,00 1,3 0,039 0,026 19,4 Frazão, 2013

Edifício Gaioleiro

3,20 8 0,18 0,12 22

Delgado, 2013 (cantaria) 1,10

(cantaria) 1,80

(cantaria) 0,048

(cantaria) 0,032

(cantaria) 19

Edifício Placa 3,00 4,00 0,40 0,20 19 Monteiro e

Bento, 2012b

1,30 0,10

Branco, 2005

0,50 – 1,00 0,05 – 0,10

Segurado, 1908

0,80

Recomendations PIET -70

Edifício Pombalino 1,23 2,50 0,065 0,040 20 Meireles, 2012

165

Tabela A.3 – Características mecânicas das alvenarias de tijolo de acordo com diversos autores.



γ [kN/m

3]

Fonte


Alvenaria de tijolo maciço

5 15,68 Tabelas

Técnicas, 1974

Alvenaria de tijolo maciço

1 5,00 0,100 - Tabelas

Técnicas, 2006

5 14,6 Costa e Oliveira,

1989

Tijolo Maciço 0,33 3,31 Branco e Correia,

2003

Tijolo Maciço,

Edifício Pombalino 1,50 3,20 0,110 0,073 18 Meireles, 2012

Tijolo Maciço,

Edifício Gaioleiro 1,50 3,20 0,114 0,076 18

Simões et al., 2013

Tijolo Furado,

Edifício Gaioleiro 1,20 2,40 0,090 0,060 12

Tijolo furado,

Edifício Gaioleiro 0,64 0,23 -

Simões et al.,

2012

Alvenaria de tijolo maciço com

argamassa de cal 1,2 – 1,8 2,4 – 4,0

0,090 – 0,138

0,060 – 0,092

18

NTC 2008 Alvenaria de tijolo (blocos) furado

(percentagem de furos < 45%)

1,2 2,4 0,090 0,060 12

Gaioleiro - tijolo furado

1,5 2,4 0,090 0,060 12,2 Frazão, 2013

Gaioleiro - tijolo Maciço

1,7 3,7 0,13 0,087 18

Delgado, 2013

Gaioleiro - tijolo furado

1,3 2,4 0,090 0,060 12

Placa - tijolo Maciço 1,3 5,0 0,100 0,200 15 Monteiro et al.,

2012

167

Anexo VII – Diagramas de Tensões nos Elementos Estruturais

Figura A.14 – Tensões verticais do alinhamento 5 para a combinação fundamental (kPa).

Figura A.15 – Tensões verticais do alinhamento 7 para a combinação

fundamental (kPa).


168


fundamental (kPa).



fundamental (kPa).


169

Figura A.21 – Tensões verticais do alinhamento E para a combinação

fundamental (kPa).

Figura A.22 – Tensões verticais do alinhamento F para a combinação fundamental (kPa).

Figura A.23 – Tensões verticais do alinhamento G para a combinação fundamental (kPa).

170

Figura A.24 – Tensões verticais do alinhamento 5 para a combinação sísmica (kPa).

Figura A.25 – Tensões verticais do alinhamento 7 para a combinação sísmica

(kPa).


171

Figura A.27 – Tensões verticais do alinhamento 9 para a combinação sísmica

(kPa).



sísmica (kPa).


172

Figura A.31 – Tensões verticais do alinhamento E para a combinação sísmica

(kPa).

Figura A.32 – Tensões verticais do alinhamento F para a combinação sísmica (kPa).

Figura A.33 – Tensões verticais do alinhamento G para a combinação sísmica (kPa).

173

Figura A.34 – Tensões de corte do alinhamento 5 para a combinação sísmica (kPa).

Figura A.35 – Tensões de corte do alinhamento 7 para a combinação sísmica

(kPa).


174

Figura A.37 – Tensões de corte do alinhamento 9 para a combinação sísmica

(kPa).


Figura A.39 – Tensões de corte do alinhamento 12 para a combinação

sísmica (kPa).


175

Figura A.41 – Tensões de corte do alinhamento E para a combinação sísmica

(kPa).

Figura A.42 – Tensões de corte do alinhamento F para a combinação sísmica (kPa).

Figura A.43 – Tensões de corte do alinhamento G para a combinação sísmica (kPa).

Definição e Avaliação de uma Calda para Consolidação de ... · produzidas, a cal hidráulica,...

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