LAUDO TÉCNICO SOBRE AS CAUSAS DO DESABAMENTO DO EDIFÍCIO AREIA BRANCA

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LAUDO TÉCNICO SOBRE AS

CAUSAS DO DESABAMENTO DO

EDIFÍCIO AREIA BRANCA

Local:

Av. Bernardo Vieira de Melo, No. 2852

Bairro da Piedade, Jaboatão dos Guararapes, PE

Volume 1 – Texto e Documentário Fotográfico

Autores:

Eng

o

Civil, Alexandre Duarte Gusmão

CREA 17403-D/PE

Eng

o

Civil, Dílson Corrêa Lima Teixeira

CREA 3256-D/PE

Eng

o

Civil, Joaquim Correia de Andrade Filho

CREA 1601-D/PE

Eng

o

Civil, José Afonso Pereira Vitório

CREA 6904 -D-PE

Eng

o

Civil, Romilde Almeida de Oliveira

CREA 3730-D-PE

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Av. Gov. Agamenon Magalhães, 2978 – Espinheiro – Recife/PE – CEP: 52020-000 – Fone/Fax: (81) 3423-4383 home page: www.creape.org.br

APRESENTAÇÃO

Após nove meses de trabalho, a comissão designada pelo Presidente do CREA-PE para elucidar o acidente envolvendo o edifício Areia Branca entrega ao Conselho, à Comunidade Técnica e à Sociedade, o Laudo Técnico contendo todos os estudos, análises e diagnóstico sobre as causas do desabamento do referido edifício, ocorrido no dia 14 de outubro de 2004.

Mesmo tratando-se de um documento estritamente técnico, cuja redação não deixa quaisquer dúvidas a esse respeito, o Laudo, no entender da Comissão, deve também, ter um caráter educativo, no sentido de alertar para os procedimentos relacionados ao projeto, aos processos construtivos, ao controle de qualidade e à manutenção de edificações no estado de Pernambuco.

Dessa forma, além de concluir sobre as causas do desabamento que tirou a vida de quatro pessoas e privou famílias de seu mais importante patrimônio, este trabalho espera contribuir para a boa prática da engenharia em Pernambuco, na medida em que os ensinamentos tirados deste episódio possam contribuir para a melhoria dos procedimentos dos projetos e execução, de modo a evitar que este tipo de tragédia volte a acontecer.

Nesse sentido, vale a pena destacar alguns aspectos que, caso recebam a devida atenção, poderão reduzir significativamente o risco da ocorrência de graves acidentes, além de garantir maior vida útil e melhor funcionalidade dos imóveis:

• O desabamento do edifício Areia Branca teve como principal causa a má execução da sua estrutura, havendo indicativos de que tal fato está relacionado à ausência de engenheiros qualificados na condução da obra. Isto aponta para a impossibilidade de obter-se um adequado padrão de segurança e qualidade em uma obra de engenharia, sem que haja a participação de profissionais com adequada formação e treinamento nas diversas áreas do conhecimento que são necessárias para a execução de um empreendimento.

• Os acidentes com desabamentos de edificações ocorridos nos últimos anos na Região Metropolitana do Recife – RMR, tiveram entre as suas causas a degradação dos materiais pelo contato com agentes agressivos presentes no solo e na água subterrânea. Há que se considerar o caso dos efluentes de fossas e sumidouros e suas possíveis ações agressivas. Isto demonstra a necessidade urgente de investimentos na implantação de sistemas de esgotamento sanitário nas áreas residenciais da RMR, bem como em pesquisas científicas sobre os efeitos deletérios dos efluentes nos materiais das construções já edificadas.

• A ausência de uma cultura de manutenção preventiva (e até corretiva), faz com que as edificações tornem-se mais vulneráveis à ação do tempo pelos agentes químicos e às falhas de construção, em especial aquelas ocultas. Torna-se necessário, portanto, a adoção de procedimentos adequados que assegurem a realização de uma manutenção permanente nos imóveis, sejam residenciais, comerciais ou públicos, de

e-mail: creape@creape.org.br

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modo a permitir identificar com antecedência os problemas existentes e solucioná-los antes que constituam riscos à integridade da obra. É de fundamental importância que as atividades de manutenção e reparo sejam efetuadas por empresas e profissionais qualificados e habilitados, devendo incluir necessariamente a inspeção de peças da infra-estrutura (cintas, pescoços dos pilares, sapatas e blocos de coroamento das estacas).

• A falta de mecanismos legais de controle e aferição da qualidade das edificações no Brasil se constitui em um grande problema que precisa ser enfrentado e resolvido com urgência. Algumas instituições que direta ou indiretamente tratam desta questão, como é o caso das prefeituras e outros órgãos de fiscalização, precisam rever e adequar seus procedimentos visando garantir a qualidade das edificações, bem como as suas manutenções ao longo do tempo. Isso evitará a lacuna legal atualmente existente que faz com que os usuários fiquem sem saber a quem recorrer quando se sentem prejudicados por alguma anomalia em seus imóveis.

• Torna-se necessário envolver também: os agentes financeiros, que financiam os imóveis sem avaliarem a qualidade dos mesmos; as empresas do setor imobiliário, no sentido de melhor qualificar a mão-de-obra da construção civil e aperfeiçoar os processos construtivos; as universidades e centros de pesquisa para melhorar a formação e a capacitação profissional; as casas legislativas nas esferas municipal, estadual e federal para elaborarem leis apropriadas e exeqüíveis que possam dar o respaldo legal às ações voltadas para garantirem a segurança dos imóveis.

• Finalmente, não pode deixar de ser repensado o próprio papel dos Conselhos Regionais de Engenharia, Arquitetura e Agronomia que realizam em todo o Brasil a fiscalização do exercício profissional com base em uma legislação antiquada que não atende às atuais demandas da sociedade, e que precisa passar por uma profunda reformulação.

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ÍNDICE

1. Introdução

2. Objetivo

3. O

acidente

4. Descrição do sistema estrutural

4.1 Contexto em que a estrutura foi projetada e construída

5. Metodologia adotada

5.1 Visitas

e

inspeções no local do acidente

5.2 Entrevistas com pessoas relacionadas com o acidente

5.3 Análise

dos

escombros

5.4 Ensaios

realizados

5.5 Análise

estrutural

5.6 Análise do solo e da fundação

6. Análises dos dados obtidos e diagnóstico

6.1 Sapatas

7. Conclusões

8. Bibliografia

9. Documentação

fotográfica

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10. Anexos

10.1 Entrevistas

10.2 Ensaios

realizados

10.2.1 Sondagem

a

percussão

10.2.2 Análise

físico-química

da

água

10.2.3 Análise

química

do

solo

10.2.4 Resistência

à

compressão

do

concreto

10.2.5 Profundidade

de

carbonatação

10.2.6 Resistência

à

tração

do

aço

10.2.7 Reconstituição

do

traço

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1. Introdução

O Edifício Areia Branca iniciou a sua construção em 1977 e foi concluído em 1979. Segundo registros existentes no CREA-PE, o referido edifício foi construído pela JB Construções Ltda, com responsabilidade técnica pelo projeto arquitetônico e construção do arquiteto Juarez Alves Batista, CREA 1568 -D. A referida construtora está com as suas atividades encerradas, e seu titular, o arquiteto e proprietário Juarez Alves Batista é falecido. O edifício teve ainda a empresa ENGEST, responsável pelo projeto estrutural. Não constam dos registros do CREA as responsabilidades técnicas pelas elaborações dos demais projetos complementares.A empresa ENSOLO foi responsável pelos serviços de sondagens à percussão, que conduziram ao projeto das fundações.

No dia 14 de outubro de 2004, o Edifício Areia Branca sofreu colapso na sua estrutura, vindo a desabar totalmente. No dia seguinte, o Conselho Regional de Engenharia, Arquitetura e Agronomia de Pernambuco, constituiu uma comissão composta pelos signatários deste Laudo com a finalidade de esclarecer as causas do acidente.

2. Objetivo

Este Laudo tem como objetivo emitir o diagnóstico conclusivo, considerando os aspectos estritamente técnicos, sobre as causas que provocaram o colapso estrutural do Edifício Areia Branca. Embora este tipo de atividade não faça parte das obrigações regimentais do CREA-PE, ele se enquadra nas ações voltadas para a defesa dos interesses da Sociedade, com ênfase na busca da boa qualidade das profissões abrangidas por este Conselho.

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3. O

acidente

A descrição do acidente está respaldada nos depoimentos obtidos de alguns moradores, de operários e engenheiros que naquela ocasião executavam serviços emergenciais de reforço estrutural, de técnicos da CODECIPE, do síndico do edifício e da análise de grande quantidade de fotografias tiradas antes e após o acidente.

• No domingo à noite, dia 10.10.2004, alguns moradores ouviram um estrondo no edifício e realizaram uma inspeção visual no pavimento térreo e garagem. No entanto, não identificaram a origem nem constataram anomalias na estrutura;

• na terça-feira, dia 12.10.2004, o síndico do edifício, ao estacionar o seu veículo, na vaga junto ao reservatório inferior, no subsolo, percebeu que aquela região se encontrava alagada. Observou, ainda, manchas com características de vazamento na parede do reservatório, além de fissuras inclinadas;

• na quarta-feira, dia 13.10.04, o engenheiro Gamal Asfura, sócio da empresa responsável pela elaboração do projeto estrutural do edifício, a ENGEST atendendo à solicitação do administrador do imóvel, vistoriou os pavimentos subsolo e térreo, observando que o reservatório inferior apresentava vazamento. Também constatou fissuras na alvenaria, no trecho situado abaixo do patamar da escada, no subsolo. Naquela oportunidade, uma moradora o informou que uma porta de seu apartamento estava emperrando. Ele reuniu alguns moradores embaixo do prédio e sugeriu que fosse chamada uma empresa especializada em recuperação estrutural, indicando as empresas Concrepoxi e Jatobeton. O condomínio contatou a empresa Jatobeton que ficou de comparecer ao local no dia seguinte pela manhã;

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também por outros moradores que alegaram terem sentido o edifício balançar. O referido engenheiro ligou para a Jatobeton que ficou de comparecer ao local no início da manhã. Na ocasião o Síndico solicitou que os moradores deixassem o edifício;

• naquela mesma madrugada, às 01:20 h, o condomínio acionou o Centro de Atendimento da CODECIPE, sendo registrada a ocorrência No. 385/2004. Às 2:40 h, o Engenheiro Civil e Major PM Carlos Alberto D’Albuquerque, técnico da CODECIPE, se encontrava no local, encontrando os moradores reunidos na parte inferior do edifício;

• no início da manhã da quinta-feira, dia 14.10.2004, compareceram ao local representantes da empresa Jatobeton e o engenheiro Gamal Asfura. Foram procedidas inspeções, inclusive no interior do reservatório inferior, constatando-se rachadura em uma viga do teto do subsolo, próxima da escada, não constatando-sendo observadas, naquele instante, anomalias nos pilares. Às 10:20 h a equipe da CODECIPE chegou ao local, tendo sido informada pelo síndico que os elevadores haviam sido desligados, os reservatórios estavam sendo esvaziados e que o prédio estava desocupado. A referida equipe permaneceu no local durante uma hora e vinte minutos, vistoriando o imóvel, na companhia de uma comissão de moradores;

• Às 14:00 h do mesmo dia, o condomínio autorizou o início dos serviços de recuperação que se fizessem necessários. A mobilização de pessoal, ferramentas e materiais para realização dos serviços foi concluída entre as 15 e 16 horas, ocasião em que os serviços efetivamente começaram. Relatos dos operários e engenheiros da Jatobeton revelaram o aparecimento de trincas numa viga de contorno, na parte posterior do subsolo, aproximadamente às dezessete horas. Na ocasião, os serviços foram iniciados pela escavação do pilar situado entre as regiões fissuradas do reservatório e da viga, sendo retirado o trecho da laje de piso do subsolo, seguido da escavação até o topo da sapata, numa cota aproximada de 1,40 m abaixo da cota de piso do subsolo. Verificou-se que o pilar estava com a armadura flambada numa cota situada a 0,80 m abaixo da cota de piso do sub-solo. Para recuperação do referido pilar, foram providenciados os materiais necessários, inclusive graute. Segundo relato dos engenheiros da Jatobeton, tal técnica de reforço já teria sido realizada com

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sucesso em outras oportunidades, tendo sido relatado o caso de um edifício na cidade de Belém, no estado Pará, em situação semelhante. Relatos dos técnicos da Jatobeton e do servente Cícero Tenório da Silva indicam que os materiais para o reforço dos pilares chegaram entre 19 e 20 h. Logo após o jantar dos operários (19:25 h aproximadamente), os serviços foram recomeçados com aprofundamento da escavação das duas sapatas, seguidos da aplicação de graute no pescoço do primeiro pilar. No instante em que o pescoço do segundo pilar foi descoberto, não foi observada qualquer anomalia de forma aparente. Logo após a colocação do primeiro balde de graute, ouviu-se um estrondo;

• aproximadamente às 20:20 h, uma moradora que estava observando os trabalhos de recuperação foi alertada pelo operário Cícero Tenório da Jatobeton, que o segundo pilar, próximo do anterior, igualmente junto ao reservatório inferior, estava soltando lascas de concreto e os ferros ficando retorcidos. Logo a seguir ocorreu um novo estrondo semelhante a um tiro abafado. Todos saíram correndo e escutaram estrondos sucessivos, ocorrendo então o desabamento do edifício.

• Os relatos afirmam que o edifício inicialmente desceu até atingir o nível do 6º pavimento, quando então deu uma ligeira “parada”, efetuando um pequeno giro para noroeste, desabando completamente, aproximadamente às 20:30 h do dia 14.10.2004. Os fragmentos atingiram o edifício vizinho, denominado Solar da Piedade, que sofreu danos em sua estrutura até o nível do quinto andar.

4. Descrição do sistema estrutural

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As fundações eram superficiais diretas do tipo sapatas isoladas em concreto armado, assentadas na cota aproximada de – 1,80 m abaixo do nível do piso do subsolo. Todos os pescoços dos pilares eram contraventados por cintas de concreto armado com seção transversal de 10 cm x 40 cm.

4.1 Contexto em que a estrutura foi projetada e construída

Pelo fato de ter a sua construção iniciada em 1977, a data de elaboração do projeto estrutural foi naturalmente anterior, provavelmente em 1975, e, por conseqüência, efetuado de acordo com a norma da ABNT NB1/1960 – Cálculo e Execução de Obras de Concreto Armado. Observe-se que a NB1/1960 esteve em vigor até 1978, sendo substituída pela NBR 6118/1978 – Projeto e execução de obras de concreto armado – Procedimento. Por sua vez, foi substituída recentemente pela NBR 6118/2003 – Projeto de estruturas de concreto – Procedimentos. Os conhecimentos acerca do concreto armado contidos na NB1/1960 foram gerados em datas anteriores às décadas de 40 e 50. Esta norma teve por base a norma alemã DIN-1045, então em vigor, enquanto que a NBR 6118/78 teve como referência as recomendações do CEB/1970 e a recente NBR 6118/2003 no Eurocode 2. Estas considerações são relevantes para compreensão do contexto em que se situou o projeto estrutural e execução do Edifício Areia Branca. Depreende-se que o conhecimento técnico que teve por base o projeto estrutural do Edifício Areia Branca é de pelo menos cinqüenta anos atrás e, não poderia ter sido de outra forma, quando consideramos as normas técnicas em vigor. Deve ser acrescentado aqui que alguns conceitos relativos aos aços utilizados nas estruturas de concreto armado contidos na NB-1/1960 foram alterados pela modificação da especificação de aço EB3/1967, que introduziu os aços CA-60 e conceitos relativos à fissuração. Posteriormente, em 1972, foram introduzidos alguns adendos à versão de 1967, o denominado Anexo da EB-3/1967.

É importante lembrar que a NB1/1960, na prática, proibia concretos com resistências superiores a 22 MPa (σR ≤ 220 kgf/cm2) em virtude de que os

conhecimentos que lhe deram suporte não tinham ainda de forma segura recomendações para o que eram considerados concretos de elevadas resistências. Valores superiores só eram permitidos para concretos utilizados em regiões onde houvesse concentrações de tensões, portanto efeitos localizados. Peças solicitadas à flexão e à flexo-compressão,

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portanto em praticamente todas as obras, limitavam-se a 22 MPa. Havia recomendações para o emprego de concretos com resistência característica mínima de 13,5 MPa para os casos em fossem utilizados aços CA-T-50, os considerados “aços especiais” para a época. No caso dos aços 37-CA, correspondentes aos atuais CA-25, os limites inferiores ficavam reduzidos a 10 MPa, resistência mínima para um concreto dito estrutural. A evolução do conhecimento do comportamento do concreto permitiu que a NBR-6118/2003 especificasse que a resistência característica mínima à compressão fosse 20 MPa, limitando-se, no entanto a 50 MPa que, mutatis mutandi, passou a ter em menor escala o papel dos 22 MPa da NB1/1960. Na Região Metropolitana do Recife e, praticamente em todo território nacional, é bem conhecido que a predominância das resistências adotadas foi de 13,5 a 18 MPa, tendo valores mais próximos de 15 MPa a maior incidência de uso.

Ensaios realizados em testemunhos retirados dos escombros do Edifício Areia Branca revelaram que o concreto tinha resistência característica à compressão de 15 MPa. O valor obtido com 24 testemunhos, sendo 12 da infra-estrutura e 12 da superestrutura, retirados de diversas peças estruturais resultou em 14,72 MPa.

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5. Metodologia adotada

5.1 Visitas e inspeções no local do acidente

Logo após ser constituída em 15.10.2004 através de portaria da Presidência do CREA, a Comissão iniciou as suas atividades definindo um calendário de visitas e inspeções no local do acidente, com o objetivo de analisar os escombros, bem como selecionar e coletar amostras para a realização de ensaios laboratoriais.

A Comissão solicitou do CREA-PE a colocação de um engenheiro no local, em tempo integral, visando orientar a retirada dos escombros de forma racional e também o controle da coleta de amostras definidas pela Comissão.

5.2 Entrevistas com pessoas relacionadas ao acidente

No período de 03.11.2004 a 13.12.2004, a Comissão efetuou entrevistas diversas pessoas relacionadas com o acidente, que estão relacionadas a seguir:

03.11.2004 – Engenheiro Civil Gamal Asfura, sócio da ENGEST Engenharia Estrutural Ltda, empresa responsável pelo projeto estrutural do edifício;

08.11.2004 – Engenheiro Civil Taufig Asfura, sócio da ENGEST Engenharia Estrutural Ltda, empresa responsável pelo projeto estrutural do edifício;

08.11.2004 - Engenheiros Civis Aguinaldo José Silva Paraíso, Márcio Aguiar, José Ivan Rodrigues, da empresa JATOBETON que se encontrava realizando serviços de reforço estrutural no momento em que o prédio desabou;

16.11.2004 – Engenheiro Civil Kleber Rolim Milet e o Major PM e Engenheiro Civil Carlos Alberto D´Albuquerque, ambos CODECIPE – Comissão de Defesa Civil de Pernambuco;

22.11.2004 – O Sr. Celso Bezerra de Melo Júnior, síndico do Edifício Areia Branca que compareceu acompanhado do advogado Misael Montenegro Filho, do geólogo Carlos Augusto Cruz Pimentel e do engenheiro civil Vicente Perrucci;

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22.11.2004 – O Sr. Cícero Tenório da Silva, funcionário da empresa JATOBETON, que apareceu acompanhado do advogado Aluízio Freitas de Almeida Júnior;

22.11.2004 – O engenheiro civil Alexandre Whatley Dias, da Impertex, empresa que efetuou serviços de recuperação estrutural, (pontos atingidos por corrosão de armadura), há aproximadamente 5 anos anos no Edifício Areia Branca;

29.11.2004 – O engenheiro civil Rinaldo Soares de Azevedo, da empresa Soares Azevedo Ltda, que realizou serviços de substituição de revestimento cerâmico de fachada, entre novembro de 2003 e agosto de 2004;

03.12.2004 – O engenheiro Sérgio Gonçalves Bertão, da empresa JATOBETON que compareceu acompanhado do advogado Aluízio Freitas de Almeida Júnior;

03.01.2005 – A Senhora Tânia Maria Chamy Conti Brandão, moradora do apartamento 602, que se encontrava no subsolo do edifício, no instante do desabamento.

5.3 Análise dos escombros

5.3.1 Características do concreto estrutural

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Verificou-se que na base do pilar, ou seja, o ponto de encontro do pilar com a sapata, não foi previsto patamar para apoio da forma sobre a sapata com a finalidade de garantir a correta ligação pilar-sapata. Observam-se nesta região pontos em que ocorreu forte corrosão com redução da seção da armadura (Foto 19), além de fuga do concreto, através da interface forma/tronco de pirâmide. A região resultante tem seção reduzida e armadura exposta que, juntamente com outros fatores que serão aqui analisados, reduziram consideravelmente a capacidade de carga do pilar naquela região, e, conseqüentemente puseram em risco a sua estabilidade.

5.3.2 - Análise de uma seção típica de pilar

Seja um pilar com dimensões 20cm x 50cm, armadura constituída de 12 barras longitudinais de 5/8” (16mm) e estribos de 4.2 cada 15cm. Na época, estando em vigor a NB 1/60 e a EB 3/67, era comum considerar as barras de aço CA-50 com os diâmetros em polegadas e os estribos poderiam ter diâmetros inferiores a 5.0, devendo no entanto atender à condição s ≤ 190 (φt)2/ φl, máximo de 12 φl ou a menor dimensão do pilar e

30cm, onde s é o espaçamento dos estribos, φt o diâmetro dos estribos e φl o diâmetro

das barras longitudinais. Para o caso, 190 (φt)2/ φl = 190 (0.42)2/ 1.578 = 21,23 cm, 12

φl = 12x1.578 = 18,9 cm e a menor dimensão é 20cm. Como o espaçamento adotado foi

s = 15cm, segue-se que o estribo estava de acordo com a norma da época. Verificou-se que um estribo situado na região de ligação com a sapata estava com a seção reduzida, tinha a presença de carepas no contorno e se encontrava partido. As seções extremas das duas partes formadas após a ruptura estavam escurecidas, mostrando que a ruptura era antiga.

Considerando que o estrangulamento da seção foi equivalente a uma redução de 3 cm ao longo de todo o perímetro, resulta uma área de 616 cm2, em lugar de 1 000 cm2, que seria a seção original do pilar. Efetuando os cálculos das cargas admissíveis, nas duas hipóteses, pela norma NB 1/1960 para as duas situações, resulta numa redução de 21,16 %. Observe-se que se trata da região mais carregada do pilar e que os 3 cm considerados na redução da seção, tudo indica que estão aquém da redução efetivamente ocorrida. Há que se levar em conta ainda que o concreto situado nas bordas desta região teria uma porosidade mais elevada ficando, portanto, mais exposto às ações agressivas do meio ambiente, além de expor as armaduras às ações corrosivas.

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5.3.3 – Cintas de fundação

As cintas, em geral, tinham seções de 10 cm x 40 cm e estavam armadas com duas barras de 1/2” (12,5 mm) e estribos de 4.2 a cada 25 cm. Observou-se na cinta CA (Leste-Oeste) que:

(a) a armadura de ligação com o pilar rompeu por tração com a formação de estricção, separando-se do pilar. Vários estribos romperam e uma das barras longitudinais soltou-se deixando a cavidade limpa e polida, mostrando a insuficiência da aderência. Os trechos das cintas próximos dos pilares romperam por flexão expondo rachaduras típicas;

(b) Na cinta CB (norte-sul) havia uma barra de 8mm que mostrava uma parte saliente da face superior da viga, com cerca de 30cm e atravessava toda a altura da viga, passando pelo fundo e mergulhando cerca de 1m no solo arenoso. A barra estava sem aderência com o concreto, de tal modo que puxando uma extremidade, movimentava livremente a outra. Tudo faz crer que esta barra serviu para socar o concreto, tentando adensá-lo, como errônea e costumeiramente é feito em obras sem controle que ficam conduzidas apenas por operários.

(c) Para uma espessura de 10 cm, o cobrimento das barras era de aproximadamente 1 cm, valor este comumente usado na época;

(d) Os estribos da cinta CB estavam fortemente oxidados. A Foto situada na página seguinte mostra as fortes manchas indicadoras de oxidação do estribo;

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5.3.4 – Grandes espessuras dos revestimentos de paredes e lajes

As análises dos escombros revelaram grandes espessuras de revestimentos das alvenarias. Em certos pontos estas espessuras atingiram 18 cm. Fato idêntico ocorreu com os revestimentos das lajes de piso. Neste último caso, foram verificados revestimentos com espessuras de até 11cm.

Geralmente nos projetos estruturais são considerados 2,5 cm de revestimento em cada face das peças estruturais. Estes valores constados do revestimento conduzem a um incremento nas ações permanentes sobre as vigas e, conseqüentemente, sobre os pilares e elementos de fundação.

5.3.5 - Sumidouros

Foram identificados seis sumidouros executados em alvenaria de tijolos cerâmicos vazados de oito furos assentados de forma engaiolada (ver Foto 25). Alguns destes sumidouros se situavam muito próximos das sapatas. Há que se considerar o solo como material arenoso (areia fina) havendo, portanto, facilidade de infiltração dos efluentes com ação da agressividade direta sobre as sapatas. Ainda, ao infiltrar-se, atinge o lençol que se encontra a pequena profundidade que, ao refluir sob a ação das chuvas e da variação de marés poderá banhar as sapatas, provocando efeitos químicos deletérios, com possibilidade de lixiviação dos finos da pasta de cimento superficial. Observações “in loco” e os ensaios químicos da água comprovaram este tipo de ocorrência.

5.4 - Ensaios realizados

5.4.1 – Sondagem a percussão

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5.4.2 – Análise física e química da água do subsolo

Tem-se dois grupos de ensaios relativos à água do lençol freático no local do edifício. São eles:

Grupo 1: efetuados por SM – Controle de Qualidade Ltda. Foram realizados quatro ensaios para análise físico-química, cujos resultados foram classificados de acordo com norma CETESB L1007, revisada em dezembro de 1988, como reação de agressividade de Grau 1 e agressividade ao concreto como fraca. Porém, o tipo de ação agressiva da água é lixiviação, “ação que caracteriza a progressiva solubilização do aglomerante”. Este efeito pode ser observado nas fotos Nos. 15, 16 e 17.

Grupo 2: Foram analisadas duas amostras pelo ITEP – Associação Instituto de Tecnologia de Pernambuco que caracterizaram a água como ácida e de agressividade forte. As ações sobre o concreto são as mesmas relacionadas no Grupo 1.

5.4.3 Análise física e química do solo

Foram efetuados ensaios em seis amostras coletadas do solo de fundação e duas amostras retiradas da base de um sumidouro.

Em todas elas, o solo apresentou baixos teores de cloretos, sulfatos e acidez Bauman-Gully. De acordo com a norma CETESB L1007 e ainda com a DIN 4030, a classificação quanto à agressividade do solo, no que diz respeito à acidez e às ações dos sulfatos, é considerada fraca.

5.4.4 Retirada de testemunhos e ensaios de resistência a compressão do concreto

Com o objetivo de efetuar uma amostragem da resistência à compressão do concreto da estrutura, foram retirados 24 corpos de prova cilíndricos, com o emprego de rotativas, com diâmetro de 10 cm e alturas variáveis, próximas de 20 cm. Destes, 12 corpos de prova foram retirados das fundações e 12 dos escombros da superestrutura. Os resultados se encontram no Volume 2.

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5.4.5 – Resistência à tração do aço

Com o objetivo de identificar os tipos de aço utilizados, bem como as caracterizações de suas resistências mecânicas e de dobramento, foram coletadas doze amostras de aço proveniente de diversas peças retiradas dos escombros. Foram identificados dois tipos de aço: CA-50 A e um aço do tipo B de especificação não identificada.

5.4.6 – Ensaios de reconstituição do traço do concreto

Com o objetivo de verificar as diferenças de composições dos concretos existentes nas sapatas, pescoços de pilares, trechos de pilares do subsolo, elementos da superestrutura retirados dos escombros, foram coletadas amostras para ensaios de reconstituição do traço do concreto. Estes ensaios foram efetuados na ABCP – Associação Brasileira de Cimento Portland em seu laboratório da cidade de São Paulo.

Foram realizados vinte ensaios provenientes de treze amostras retiradas dos pescoços dos pilares, seis amostras dos trechos dos pilares situados no subsolo, e uma dos escombros. Houve significativa diferença entre os resultados dos ensaios relativos às amostras retiradas dos pescoços e dos trechos dos pilares situados no subsolo. A média dos teores de cimento obtidos das 13 amostras dos pescoços dos pilares foi 234,3 kg/m3, enquanto que a média para as amostras retiradas dos trechos do subsolo resultou em 291,8 kg/m3. Uma amostra retirada dos escombros, de trecho não identificado, resultou em um consumo de cimento de 237 kg/m3. Tais resultados sugerem que houve um processo de deterioração do concreto situado na região dos pescoços dos pilares (trecho compreendido entre os topos das sapatas e o piso do subsolo). Poderia ser ainda levantada a hipótese do emprego de um concreto de qualidade inferior para os pescoços dos pilares, quando comparados com os concretos utilizados nas sapatas e no subsolo. Tal hipótese, no entanto, carece de elementos que a comprove.

Os resultados se encontram no Volume 2.

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Foram efetuados ensaios para verificação da existência de reações álcali-agregado. Este tipo de reação foi recentemente identificada em sapatas e blocos de estacas de fundações em alguns edifícios situados na Região Metropolitana do Recife. Trata-se de fenômeno descoberto pela primeira vez no Brasil para o caso de fundações de edifícios, embora já se tivesse amplo conhecimento em obras de barragens, túneis, pavimentos rodoviários e pela primeira vez em pontes no caso recifense da Ponte Paulo Guerra. Vale ressaltar que a descoberta deste fenômeno foi motivada pelo colapso do Edifício Areia Branca, devido à forma como se deu o acidente, a partir da ruptura dos pescoços de pilares no trecho enterrado da estrutura. Isto motivou vistorias que inicialmente revelaram em edifícios análogos ao prédio objeto deste Laudo, graves patologias capazes de colocar em risco aquela edificações. Dentro deste quadro patológico surgiu o conhecimento das reações expansivas no concreto.

Formações características de reações álcali-sílica foram identificadas através do microscópio eletrônico de varredura conjuntamente com análise química por dispersão energética de raios-X. Foram, também, realizados ensaios acelerados de reatividade álcali-agregado segundo a norma ASTM C-1260/1994 – Standard Test Method for Potential Alkali Reactivity of Aggregates (Mortar Bar Method).

Os ensaios de microscopia eletrônica de varredura permitiram a identificação do gel resultante de reação álcali-agregado na areia que entrou na composição do concreto das fundações. Fotografias aumentadas em 30 000 vezes mostram o gel gretado. As intensidades destas reações não seriam suficientes para serem consideradas responsáveis pelas patologias apresentadas no prédio, especialmente nos pescoços de pilares. No entanto, poderiam contribuir como um dos fatores que adicionados aos demais contribuíssem para redução da aderência ou outros efeitos deletérios do concreto daquelas regiões.

5.4.8 – Ensaios de microscopia eletrônica de varredura

Além da identificação de elementos resultantes de reação álcali-agregado, as análises por microscopia eletrônica de varredura permitiram constatar indicadores de porosidade do concreto, e a identificação de caulim na argamassa, “possivelmente trazido pela areia utilizada no concreto”. Foram ainda observados por este

(21)

procedimento, gretas no gel produzido pela reação álcali-sílica e microfissuras aleatoriamente orientadas na argamasssa.

5.4.9 – Análise química por dispersão de raios X

As análises por dispersão de raios-X permitiram a identificação dos componentes químicos que interferem na reação álcali-sílica (Na, K, Ca, Si).

5.5 – Análise estrutural

Inicialmente foi efetuado um levantamento das seções e posições dos pilares, bem como das dimensões das respectivas sapatas e das cotas de fundações (Figura 5.6.4).

Foram efetuadas estimativas das cargas atuantes sobre os pilares na cota de fundação e efetuadas as verificações das seções dos pilares e respectivas armaduras. Foram ainda efetuadas verificações das tensões admissíveis no solo.

Os resultados mostraram as compatibilidades das seções dos pilares com as cargas atuantes, considerando-se as normas técnicas vigentes na época, bem como as atuais. As verificações das sapatas mostraram que as dimensões das sapatas eram compatíveis com as cargas atuantes e características do solo de fundação.

5.6- Caracterização do solo e da fundação

5.6.1 Breve histórico da engenharia de fundações na região

(22)

Cerca de trinta anos atrás, esta região era muito pouco habitada, havendo na grande maioria residências de veraneio. Com os programas do BNH – Banco Nacional da Habitação, na cidade do Recife, Olinda e Jaboatão dos Guararapes, foram estimulados diversos tipos de construções. As faixas mais próximas às praias foram ocupadas por edifícios altos, enquanto nas faixas mais interiores foram construídos conjuntos residenciais com edifícios com quatro pavimentos tipo “Caixão”. O estímulo do Governo do Estado na implantação de mais indústrias no Cabo de Santo Agostinho, o incremento do Porto de Suape e a ligação com a BR-101, demandavam habitações mais próximas a estas instalações, no sentido de fixar todo o contingente de trabalhadores e suas famílias.

Por outro lado, face ao grande número de construções em Recife, especialmente no bairro de Boa Viagem, e, pelos altos preços dos terrenos nesta região, a praia de Piedade tornou-se uma opção das mais viáveis e rentáveis para a construção civil, no litoral sul.

O município de Jaboatão dos Guararapes não estava preparado para o grande número de construções que se seguiram. Necessitava estender a sua malha viária, disciplinar o sistema de drenagem natural e de drenagem urbana, e, especialmente, desenvolver redes de instalações e serviços públicos, com a mesma rapidez com que avançavam as construções. O mais grave ocorre na área de saneamento onde não houve, como continua sem haver, investimentos suficientes, ocorrendo na maioria das construções, como única alternativa, tratamentos locais, precários, que por falta de manutenção resultam em contaminação do solo e do lençol freático por infiltração de efluentes “in natura”.

Também a própria Engenharia, experimentou de início as dificuldades, em muitos casos, de assentar as fundações dos edifícios, em terrenos pouco conhecidos do ponto de vista geotécnico, para os quais não se dispunha ainda de modelos de interação, nem resultados de desempenho de obras. Tão pouco, os equipamentos em uso para a execução de fundações profundas eram adequados às características do perfil da orla.

Foram utilizados em muitos casos, procedimentos de baixa eficiência na ultrapassagem das camadas mais resistentes, onde processos de alto impacto provocaram interferências na vizinhança, seja pelo alto nível de ruídos, como vibrações desconfortáveis e danosas.

(23)

Além destes problemas, enfrentavam-se ainda os tradicionais casos de compressibilidade das camadas menos resistentes, e, em especial as camadas constituídas por fragmentos de conchas, de comportamento então desconhecido, e que nas praias da zona Norte, além da cidade de Olinda, já haviam demonstrado instabilidade acentuada, com ocorrência de danos severos em cinco edifícios com 15 pavimentos.

Como na maioria da faixa costeira de Pernambuco, as praias de Piedade, Candeias e Barra de Jangadas, na estreita faixa das habitações de maior porte, têm topografia plana com variações pouco significativas, estando em média na cota 5,00 m em relação ao nível médio dos mares.

No trecho mais interior, a topografia é também bastante plana, estando em média com cota 2,00 m ocorrendo vários canais naturais e várias lagoas, que nas épocas invernosas provocam alagamentos na região. As construções nesta área requerem sempre a execução de aterros complementares.

5.6.2 Generalidades sobre o perfil geotécnico da região

As sondagens de simples reconhecimento a percussão (NBR 6484 ABNT) têm revelado dois perfis característicos mais comuns nas praias de Piedade e Candeias, conforme é apresentado nas Figuras 5.6.1 e 5.6.2.

Nos perfis apresentados, destacam-se duas ocorrências importantes na prática da Engenharia de Fundações, a saber:

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No caso das fundações profundas, quando necessárias, houve no passado, na ultrapassagem das camadas do arenito, muitas interferências danosas em residências e mesmo edifícios, quando da trepanação. Na prática atual, com o uso de equipamentos rotativos, tornou-se viável novamente, a solução em fundações profundas.

Sobre este arenito está apoiada a maioria das fundações para edifícios com até 25 pavimentos.

b) As camadas compressíveis que tanto ocorrem na faixa litorânea como no trecho mais interior, trazem a preocupação com as deformações a longo prazo. Mesmo as camadas de fragmentos de conchas, cujas deformações não são regidas pelo modelo do adensamento, têm sido motivo de preocupações, pois têm apresentado em algumas obras, indícios de dependência temporal a curto e médio prazo.

Nível do Terreno (Meio fio, cota = 0,00) _{Areia fina c/pouca areia}

média, fofa, creme claro.

Espessura 2,0 a 4,0 m Arenito, textura fina a média, bem consolidado, mto fraturado, creme. Espessura 0.0 a 4.0 m

NA (-3,00 m)

Areia fina/ média, med.compacta a compacta, cinza.

Espessura 5,0 a 8,0 m Argila orgânica, siltosa, mole, cinza escuro.

Espessura 5,0 a 8,0 m

Areia fina/média, med.compacta a muito compacta, cinza claro, às vezes sobrejacente a arenito. Espessura 10,0 a 15,0 m

Figura 5.6.1 – Perfil Característico do Subsolo da Orla Marítima – Piedade / Candeias

Nível do Terreno (Meio fio, cota = 0,00) Areia fina c/pouca areia média, fofa, cinza claro.

NA (-1,00 m)

Fragmentos de conchas ou areia c/ mto fragmentos de conchas ou argila orgânica, mole, ou turfa. Espessura 2,0 a 5,0 m

Areia fina/média, pco compacta a compacta, cinza claro, às vezes sobrejacente a arenito

Figura 5.6.2 – Perfil Característico do Subsolo do Trecho mais Interior – Piedade / Candeias

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5.6.3 Caracterização do perfil geotécnico no Edifício Areia Branca

Foi efetuada uma campanha de sondagem tanto pelo processo de simples reconhecimento a percussão, como através de sondagem rotativa (NBR 6484 – ABNT). Os resultados destas sondagens estão contidos no Relatório Nº 680/2005 – Civilsonda – Janeiro/2005 (ver Volume 2), contendo seis furos de sondagem mista onde, apenas dois (SM-01 e SM-05) alcançaram profundidades entre 26 e 28 m, dado o bom conhecimento local deste subsolo, hoje. Os furos restantes (SM-02, SM-03, SM-04 e SM-06) foram interrompidos após a ultrapassagem do arenito e tiveram a finalidade de verificar a variação de espessura do mesmo. Com base nas sondagens citadas, foi traçado o perfil geotécnico do subsolo para o Edifício Areia Branca (Figura 5.6.3).

(26)

Figura 5.6.3 – Perfil Geotécnico do Terreno do Edifício Areia Branca

(27)

Um aspecto relevante que foi observado nas visitas técnicas de inspeção e levantamento de dados foi a existência de vários elementos do sistema de esgotamento sanitário (sumidouros) no entorno próximo das fundações (Foto 5.6.1), o que favorece o contato de agentes agressivos com os elementos estruturais enterrados (sapata, pescoço do pilar e cintas).

5.6.4. Caracterização da fundação do Edifício Areia Branca

Além da campanha de sondagens de reconhecimento do terreno (percussão e rotativa), foi feita uma escavação geral no terreno, para inspeção das condições atuais das fundações do edifício.

Trata-se de fundações superficiais tipo sapatas isoladas, assentes em torno da cota +2,200 m , sendo que o nível do meio-fio na Av. Bernardo Vieira de Melo foi tomado como cota +5,000 m. Isso corresponde a uma profundidade de cerca de 1,80 m em relação ao piso do pavimento semi-enterrado (cota +4,000 m). Nesta cota, as sondagens mostram uma camada de areia fina e média, com restos de construções, fofa a pouco compacta, (NSPT = 4 a 6), ou seja, as sapatas não estão assentes sobre a camada

de arenito mostrado nas sondagens realizadas. O nível d’água freático se encontra entre as cotas +1,78 e +1,55.

As sondagens mostraram também que a camada de arenito é contínua em todo o terreno, e sua espessura varia de 1,75 a 2,23 m (Tabela 5.6.1). Para o porte do prédio, estas espessuras afastam a hipótese de ruptura ou puncionamento da camada de arenito.

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Foto 5.6.1 – Detalhe da Presença de Sumidouro Próximo às Sapatas

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P 1 P 2

P 3 P 4 P 5

P 1 0

P 9

P 8

P 7

P 6 _{P 1 1} P 1 2 P 1 3 P 1 4 P 1 5

P 1 7 P 2 2

P 2 0

P 1 8

P 2 6

P 1 6 P 2 1

P 2 5

P 2 4

P 2 3

P 2 2 A P 2 7 P 2 8 P 2 9 P 3 0 P 3 1

P 3 6

P 3 5

P 3 4

P 3 3

P 3 2 A V . B E R N A R D O V I E I R A D E M E L O

E D. V IL M A LÚ C IA E D . S O LA R D A P IE D A D E

F U N D O

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Tabela 5.6.1 – Espessura da Camada de Arenito Camada de Arenito Sondagem

Cota Inicial (m) Cota Final (m) Espessura (m)

SM-01 +0,57 -1,66 2,23 SM-02 +0,87 -1,23 2,10 SM-03 +1,08 -1,02 2,10 SM-04 +1,15 -0,60 1,75 SM-05 +1,00 -0,75 1,75 SM-06 +1,07 -0,81 1,88

As sapatas têm dimensões variando de 1,63 a 4,62 m (Figura 5.6.6), como mostra a Tabela 5.6.3. A pressão média transmitida pelas sapatas varia de 120 a 240 kPa. Essa pressão pode ser considerada adequada para as características do terreno local, tanto do ponto de vista da estabilidade das fundações, quanto das características de deformação do terreno.

Também foi feito o levantamento altimétrico das cotas de assentamento nos vértices das sapatas (Tabela 5.6.3), e os valores estão apresentados na Tabela 5.6.4. Os resultados mostram que há uma diferença entre as cotas de diferentes sapatas de até 52 cm (P32 e P35), e de até 19,9 cm entre pontos de uma mesma sapata (P25).

Ressalta-se, no entanto, que não se trata de recalques diferenciais, e sim pelas depressões do terreno causadas pela escavação e pela grande variação da espessura do concreto magro das sapatas (que em alguns pontos chegou a mais de 15 cm), como é mostrado na Foto 5.2. Estes desníveis não foram observados nas cintas, o que faz com que seja descartada a hipótese da ocorrência de recalques diferenciais que pudessem comprometer a estabilidade da estrutura.

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LX1

LX2

LY1 LY2

Y

X

Av. Bernardo Vieira de Melo

Ed f. Solar d a P ie dade Edf. V ilm a Lúcia

Figura 5.6.5 – Detalhe Esquemático das Dimensões das Sapatas Tabela 5.6.2 – Dimensões das Sapatas

Lado da Sapata (m) Sapata

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P26 2,80 2,81 3,70 3,71 P27 2,30 2,31 2,51 2,54 P28 3,00 2,99 3,44 3,44 P29 3,02 3,02 3,35 3,36 P30 2,41 2,40 2,67 2,69 P31 2,60 2,58 2,31 2,35 P32 1,64 1,63 1,80 1,80 P33 2,60 2,64 2,99 3,01 P34 2,27 2,36 2,69 2,69 P35 2,53 2,57 2,29 2,29 P36 2,90 2,94 2,60 2,56

Além disso, em todos os depoimentos junto aos moradores, não foram relatados danos na superestrutura que pudessem estar associados a movimentos da fundação (fissuras nas paredes e vigas, maior incidência de danos nos primeiros pavimentos, etc). A única exceção foi o fissuramento do reservatório inferior de água que ocorreu 48 horas antes da queda do prédio, que foi relatado por alguns moradores, mas que já era um sintoma do próprio colapso estrutural.

C1

Y

X

Av. Bernardo Vieira de Melo

Edf . Sol a r d a Pi e d ad e Edf. Vilm a Lúc ia C3 C2 C4

Figura 5.6.6 – Detalhe Esquemático dos Níveis das Sapatas

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Tabela 5.6.3 – Cota de Assentamento das Sapatas Cota de Assentamento da Sapata (m) Sapata

Ponto C1 Ponto C2 Ponto C3 Ponto C4

P1 -- -- -- -- P2 -- -- -- -- P3 -- -- -- -- P4 -- -- -- -- P5 -- -- -- --

P6 2,122 2,170 2,198 2,165

P7 2,148 2,177 2,157 2,133

P8 2,245 2,270 2,212 2,223

P9 2,253 2,248 2,231 2,281

P10 2,176 2,253 2,062 2,148 P11 2,253 2,258 2,280 2,318 P12 2,290 2,239 2,328 2,288 P13 2,245 2,240 2,246 2,239 P14 2,250 2,225 2,275 2,223 P15 2,040 2,047 1,991 2,045 P16 2,182 2,167 2,199 2,186 P17 2,072 2,061 -- 2,024 P18 2,252 2,252 2,274 2,316 P20 2,248 2,220 2,242 2,200 P21 2,205 2,194 2,200 2,200 P22 2,057 2,099 2,072 2,138 P22A 2,257 2,224 2,307 --

Tabela 5.6.4 – Cota de Assentamento das Sapatas (continuação) Cota de Assentamento da Sapata (m) Sapata

Ponto C1 Ponto C2 Ponto C3 Ponto C4

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Foto 5.6.2 – Detalhe da Variação da Espessura do Concreto Magro das Sapatas

A inspeção mostrou ainda que não havia fissuramento das sapatas, e que se apresentavam com aparência de corpo monolítico, apesar das falhas de concretagem e das armaduras estarem expostas.

Pode-se concluir, portanto, que o colapso do prédio não está associado a movimentos da fundação (sapata e terreno de fundação).

6. – Análises dos dados obtidos e diagnóstico

As análises que seguirão estão baseadas nas inspeções efetuadas no local do acidente, nos resultados obtidos dos ensaios laboratoriais, nas informações obtidas através das entrevistas efetuadas com diversas pessoas que de alguma forma participaram do evento, na documentação obtida de diversas instituições e nos estudos técnicos desenvolvidos ao longo do período de elaboração do laudo.

(35)

6.1 Sapatas

De modo geral, as sapatas caracterizam-se pelas seguintes condições:

6.1.1 Má qualidade de execução

Observa-se que não houve controle de execução das sapatas. Isto fica evidente pelas simples observações realizadas durante as inspeções dos escombros e que estão apresentadas na documentação fotográfica anexa (Foto 16). Foram constatadas armaduras expostas (Foto 17), indícios da ausência de vibração do concreto, forma geométrica indefinida, desníveis e falta de uniformidade da espessura da camada de concreto magro, indícios de lixiviação provocada pela agressão à argamassa componente do concreto por águas agressivas. Foi verificado que o tronco de pirâmide que constitui a parte superior da sapata em diversos casos se encontrava incompleto e disforme, além de não ter sido vibrada. A ausência do patamar de apoio às formas dos pescoços dos pilares sobre as sapatas representa um fator gerador de patologias na região de ligação do pilar com a sapata, devido à fuga de material que ocorre durante a concretagem, ocasionando diminuição da seção transversal efetiva do pilar, além de expor a armadura aos agentes agressivos, notadamente à ação da umidade provocando corrosão. É relevante lembrar que isto ocorre no ponto de maior solicitação dos pilares.

6.1.2 Deslocamentos de fundações

Conforme detalhado no item 5.6, não foram identificados recalques diferenciais das sapatas nem qualquer outro tipo de deslocamento que pudessem contribuir para a instabilidade da obra. Também não foi identificado qualquer vestígio de fuga de material, provocado por eventuais infiltrações de água ou qualquer outro tipo de vazamento que viesse a ocasionar o solapamento das bases das sapatas.

(36)

A hipótese de ruptura da camada de arenito foi descartada pelo fato da camada ser contínua e possuir espessura compatível com o porte do prédio.

6.1.3 Pescoços dos pilares

Foram dadas atenções especiais aos pescoços dos pilares, pela importância que estas regiões tiveram no colapso do edifício. Neste sentido, foram priorizados ensaios de caracterização destes elementos, tais como: ensaios de reconstituição do traço, teste de reação álcali-agregado, porosidade, carbonatação, resistência mecânica dos aços. A retirada de testemunhos objetivando ensaios de resistência à compressão dos pescoços dos pilares, só foi possível em um deles (Pilar P20), em virtude da insuficiência de integridade dos demais após o colapso. Mesmo assim, o resultado obtido mostrou-se atípico e não representativo, pelo fato deste pilar ter sido o único que revelou características estruturais adequadas, considerando que a resistência obtida foi comparável à da superestrutura.

De modo geral, os pescoços dos pilares caracterizaram-se pelas condições descritas a seguir:

Falta de aderência – observou-se que quando as barras de aço foram solicitadas durante o processo de colapso do edifício, estas se soltaram do concreto circundante deixando calhas lisas com o desenho do seu contorno sem sinais de “desgarramento”, como é característica da ruptura quando se tem aderência adequada. Este fato ocorreu por se ter um concreto poroso (ver ensaio de porosidade), fator água-cimento elevado, indício de falta de vibração e existência de reação álcali-agregado. Há que se levar em consideração a existência de caulim que foi detectada nos ensaios utilizando o microscópio eletrônico de varredura e EVX (raios x). As Fotos 30 e 32 mostram claramente a baixa aderência por revelar que as barras de aços escorregaram no interior do pescoço sem provocar ruptura desta região do pilar.

Porosidade - Os ensaios de absorção d´água, massa específica e vazios mostraram índice de vazios médio após saturação em água 12,70 % e índice de vazios médio após saturação e fervura em água 13,8%. Tais resultados comprovam a elevada porosidade

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do concreto. Isto se torna mais relevante considerando-se que os corpos de prova ensaiados foram predominantemente da superestrutura.

Os ensaios de reconstituição do traço em amostras extraídas dos pescoços dos pilares forneceram o índice de vazios médio de 16,31 %.

Teor de cimento – Conforme exposto no item 5.4.6, o valor médio do teor de cimento encontrado nos ensaio de reconstituição do traço foi de 234,3 kg/m3 enquanto que as amostras provenientes dos trechos situados no subsolo tiveram valor médio de 291,8 kg/m3. Para os padrões da época em que foi construído o edifício, um concreto estrutural geralmente tinha um consumo mínimo de 300 kg/m3. O valor mínimo encontrado nas amostras ensaiadas foi 194 kg/m3. Admitindo-se a hipótese do traço do concreto ser o mesmo, tais valores indicam que houve um processo de deterioração do concreto provocado por agentes químicos identificados nos ensaios, além da ação da umidade atuando permanentemente sobre um concreto de elevada porosidade. Os pilares P20 e P19, que davam apoio ao reservatório inferior, tendo em comum com este o trecho correspondente à altura do reservatório, mostraram no ensaio de reconstituição do traço mesmo teor de cimento ao longo da altura, ou seja, nos trechos dos pescoços e do subsolo. Este teor situa-se na faixa média de valores representativos dos pescoços dos pilares. Foi ainda verificado que a ação da umidade nestes pilares foi mais intensa, verificando-se maior intensidade na oxidação das armaduras e desagregação do concreto, mais acentuada que nos demais pescoços, provavelmente em decorrência de vazamentos ocorridos no reservatório. Esta última hipótese é reforçada pelo fato de se terem sido identificadas, durante a análise dos escombros, pelo menos duas camadas de impermeabilizações efetuadas com a finalidade de eliminar vazamentos. Não foram obtidas informações das épocas em que tais serviços foram realizados.

Falhas de concretagem – Foram constatadas falhas no concreto em vários pescoços de pilares decorrentes de deficiências ocorridas durante as operações de concretagem: Brocas: causadas por falta de vibração e/ou falta de controle do preenchimento dos

espaços, além de falta de inspeção adequada após as retiradas das formas;

Inadequação da ligação pescoço do pilar-sapata: ausência do patamar nos topos das

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mesmo tempo expondo as armaduras e o concreto daquela região às ações deletérias dos agentes agressivos.

Colapsos das armaduras – Foram verificadas rupturas dos estribos em decorrência da oxidação favorecida pelo pequeno cobrimento, presença de umidade, elevada porosidade, tudo isto agravado pelo pequeno diâmetro da armadura (4.2 mm). Em decorrência da ruptura dos estribos e das falhas construtivas das bases dos pilares, anteriormente referidas, houve sistemáticas flambagens das armaduras longitudinais (Fotos 31 e 40). Estas flambagens, por sua vez, foram acentuadas pela baixa aderência da armadura com o concreto, contribuindo decisivamente para a transferência de cargas verticais para a seção estrangulada do concreto.

Concreto friável – O concreto, em vários pescoços de pilares se mostrou quebradiço, decompondo-se facilmente com o simples manuseio. Este comportamento não foi observado com a mesma intensidade em outros trechos de peças estruturais retiradas dos escombros. Alguns pescoços de pilares, após a ruptura tiveram o conjunto concreto/armadura com a aparência semelhante a de gabiões. Em um dos pescoços, ao se tentar retirar amostras para a realização de ensaios de reconstituição do traço, ao simples impacto da marreta, todo concreto se decompôs em fragmentos, havendo inclusive, a separação do agregado graúdo do restante da massa. Estes fatos impossibilitaram a retirada de qualquer testemunho para a realização de ensaios de resistência à compressão dos pescoços. Apenas os trechos de concreto das paredes do reservatório inferior e do pilar P20 ofereceram condições para retirada de corpos de prova inteiros.

6.1.4 Cintas

As cintas de fundações, cuja características estão descritas no item 5.3.3, não tiveram efetividade no processo que levou à ruptura do edifício.

6.1.5 - Reservatório inferior – Dentre todos os componentes relacionados que contribuíram para a ruptura do edifício, o reservatório inferior, teve importante participação pelo fato de fornecer permanente umidade, favorecendo mais intensamente

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(40)

7. CONCLUSÕES

Os estudos efetuados, ensaios realizados e as análises daí decorrentes, conduziram às seguintes conclusões:

• O desabamento do Edifício Areia Branca se deu em decorrência da ruptura dos pilares, nos trecho dos pescoços, ou seja, na região compreendida entre os topos das sapatas e o piso do subsolo;

• a seqüência de ruptura dos pilares se iniciou com o pilar P22, seguido pelo pilar P21, ambos servindo de suporte do reservatório inferior. O desenvolvimento da seqüência se deu partindo da região central para os bordos, conduzindo os destroços para a própria projeção da edificação, aproximadamente, com pequeno desvio rotacional para noroeste, atingindo os cinco primeiros andares do Edifício Solar da Piedade;

• o acidente se deu após 27 anos do início da construção, em virtude do processo de degradação do concreto da infra-estrutura ao longo do tempo;

• o solo e as sapatas de fundação não contribuíram para o colapso do edifício;

• não foram constatadas fugas de material situado sob as sapatas de fundação, provenientes de qualquer origem;

• as edificações situadas no entorno do prédio não interferiram no acidente;

• os colapsos dos pescoços dos pilares foram motivados por diversos fatores:

- má qualidade de execução do concreto, onde foram constatados indicativos de falta de vibração, alta porosidade, fator água/cimento elevado, baixa aderência entre as barras de aço e concreto e dos agregados em relação à matriz;

- uso de estribos finos, permitidos pela NB 1/1960, com grande incidência de ruptura, que favoreceu a flambagem das barras longitudinais, antes da ruptura do concreto, na maioria dos pilares;

- os cobrimentos, embora permitidos pela norma NB 1/1960, sob cujas prescrições o projeto estrutural foi desenvolvido, são na atualidade reconhecidamente insuficientes para fornecer a adequada proteção às armaduras; - ausência de detalhes construtivos importantes, como é o caso do patamar necessário para o apoio da forma do pilar sobre a sapata, o que provoca fuga da

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argamassa constituinte do concreto, vazios de formas e dimensões diversas, resultando em redução da seção resistente do pilar no trecho mais solicitado, além de favorecer a oxidação das armaduras e ataques ao concreto com a conseqüente deterioração;

- sapatas com os troncos de pirâmide que compõem a suas partes superiores com geometria incompleta e disforme, além de haver evidências de o concreto ter sido executado sem vibração;

- os ensaios de reconstituição do traço do concreto revelaram que os pilares P22 e P21, a partir dos quais iniciou o processo de colapso, sofreram degradação nos pescoços e na região situada acima do nível do subsolo, ou seja, ao longo de todo o espaço compreendido pelo reservatório inferior. Também foi constatada oxidação da armadura em intensidades maiores do que nos demais pilares. Estes efeitos foram provocados pela presença constante de umidade proveniente de vazamentos do reservatório ao longo do tempo. Foram detectadas duas camadas de material de revestimento executadas em diferentes épocas, o que é prova da realização de serviços de recuperação para a eliminação de vazamentos;

- houve degradação do concreto da fundação ao longo do tempo (sapatas e pescoços de pilares), o que foi comprovado pelos ensaios e pelas inspeções visuais efetuadas. As sapatas sofreram lixiviação nas superfícies. Os pescoços dos pilares apresentaram comportamentos atípicos: concreto poroso, friável, de baixa resistência, baixa aderência, falhas de execução (brocas, falta de vibração). Foram constatados indícios de reação álcali-agregado em proporções insuficientes para produzir fissuração do concreto, mas que as eventuais expansões poderiam contribuir para a redução da aderência;

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compreendida pelas fundações;

- Não foi identificada carbonatação do concreto.

Recife, 25 de julho de 2005

ALEXANDRE DUARTE GUSMÃO Engenheiro Civil, D.Sc., CREA 17403-D/PE

DÍLSON CORRÊA LIMA TEIXEIRA Engenheiro Civil, M.Sc., CREA 3256-D/PE

JOAQUIM CORREIA XAVIER DE ANDRADE FILHO

Engenheiro Civil, CREA 1601-D/PE

JOSÉ AFONSO PEREIRA VITÓRIO

Engenheiro Civil, CREA 6904-D/PE

ROMILDE ALMEIDA DE OLIVEIRA Engenheiro Civil, D.Sc., CREA 3730-D/PE

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8. – Bibliografia

ABNT - NB1/1960 – Cálculo e Execução de Obras de Concreto Armado.

ABNT - NBR 6118/1978 – Projeto e execução de obras de concreto armado – Procedimento.

ABNT -NBR 6118/2003 – Projeto de estruturas de concreto – Procedimentos. ABNT – NB51/1978 – Projeto e Execução de Fundações – Procedimento.

ABNT – MB4/1953 – Ensaio de tração dos materiais metálicos – Método Brasileiro. ABNT – MB4/1977 – Determinação das propriedades mecânicas à tração de materiais metálicos – Método de ensaio.

ABNT - EB3/1967 – Barras e fios de aço destinados a armaduras de peças de concreto armado.

ABNT – Anexo da EB3/1967 (Modifica dispositivos da NB1 e NB2) – Condições de emprego das barras de aço destinadas a armadura de peças de concreto armado.

ABNT – NB5/1961 – Cargas para o cálculo de estruturas de edifícios.

CODECIPE – Relatório de ocorrência sobre o Edifício Areia Branca, 19.10.2004. CODECIPE – Relatório de ocorrência sobre o Edifício Areia Branca, 30.10.2004.

COMDEC – Operação Risco Zero, Prefeitura Municipal de Jaboatão dos Guararapes, Atas de reuniões Nos. 02, 03, 04 e 05, 2004.

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