Comportamento Sísmico de Edifícios Antigos de Betão Armado

Comportamento Sísmico de Edifícios Antigos de Betão

Armado

Daniela Filipa Faustino Marques

Dissertação para Obtenção do Grau de Mestre em

Engenharia Civil

Júri

Presidente: Professor Doutor José Manuel Matos Noronha da Câmara

Orientador: Professor Doutor Alexandre da Luz Pinto

Vogal: Professora Doutora Rita Maria do Pranto Nogueira Leite Pereira Bento

A

Ao Professor Alexandre Pinto, agradeço a orientação, o interesse, o pragmatismo e a disponibilidade, até ao último instante.

À Professora Rita Bento e ao Professor Mário Lopes , agradeço a disponibilidade demonstrada para responder a algumas questões no decorrer deste trabalho.

Ao André Belejo, um muito obrigada pela franca disponibilidade e apoio constante, não só técnico como moral, durante o processo de modelação.

Às Engs. Cristina Serra e Margarida Neves, obrigada: por me terem recebido tão bem, pelos momentos de boa disposição, pela partilha de gostos e histórias. Sem dúvida que ambas são um exemplo vivo de que, embora os anos passem, é possível manter a juventude de espírito.

Um especial agradecimento ao Eng. Freire, por todo o conhecimento transmitido, pela (enorme!) paciência, pela amizade, pela motivação, dia após dia, e pelos enriquecedores minutos de debate acerca do mundo que nos rodeia.

Aos meus amigos, muitíssimo obrigada: pelo constante apoio, pela enorme compreensão e por todos aqueles momentos de (sor)risos.

À Ritinha, obrigada, pela alegria que traz consigo, pelo sorriso e pelos abraços disponíveis a qualquer hora.

Aos meus pais agradeço, e muito, a preocupação e o (crucial!) suporte quotidianos, esforçando-se sempre para que esteja tudo bem comigo.

Ao meu irmão, o mais especial dos agradecimentos: pela referência que é para mim, tanto a nível pessoal como profissional; pela paciência, disponibilidade e prontidão em ajudar-me, sempre que necessário; por ser o primeiro a acreditar nos meus projectos e a incentivar-me a concretizá-los… no fundo, por estar sempre por perto.

R

O parque construído, em Portugal, é constituído, ainda, por uma grande quantidade de edifícios antigos de betão armado construídos entre o início dos anos 1950 e o final dos anos 1970. Estes edifícios poderão apresentar graves deficiências estruturais e de fundação, as quais poderão comprometer, irreversivelment e, a sua capacidade de suportar um sismo intenso.

Para dar resposta – através da intervenção de reforço sísmico - às exigências, de salvaguarda da vida humana e do controlo dos danos económicos causados por um sismo, tem surgido, nos últimos anos, uma grande atenção sobre os métodos baseados em análises estáticas não-lineares. Estes métodos, menos complexos do que aqueles que utilizam análises dinâmicas não-lineares, permitem avaliar o desempenho sísmico de estruturas existentes, considerando explicitamente a exploração do seu comportamento não-linear.

O caso de estudo diz respeito a um edifício antigo de betão armado cujo projecto data de 1975. Realizou-se um modelo que considera o comportamento não-linear da estrutura e avaliou-se o respectivo desempenho sísmico através do método N2 modificado baseado nas análises estática não-linear e modal por espectro de resposta realizadas no programa de cálculo comercial

SAP2000v14.0.0. Avaliou-se, também, a influência da interacção solo-estrutura na resposta dinâmica

da estrutura.

O estudo permitiu, por fim, tecer algumas considerações relativamente às dificuldades sentidas aquando da modelação não-linear do edifício e à necessidade de apostar quer na inspecção estrutural quer na prospecção do solo para caracterizar o comportamento real da estrutura e, assim, garantir a fiabilidade dos resultados das análises sísmicas baseadas em modelos não-lineares.

Palavras-chave: Edifícios antigos de betão armado, Sismo, Interacção solo-estrutura, Comportamento não-linear, Análise estática não-linear, Método N2 modificado.

A

In Portugal there is a significant quantity of old reinforced concrete (RC) buildings built between the 1950s and 1970s. This type of buildings may give signs of serious structural and foundation defects which can compromise irreversibly the capacity of sustaining an intense earthquake.

In order to respond by a retrofit intervention to demands mainly of life saving and also the control of economic consequences caused by an earthquake, in the past years, relevant attention has been taken over methods based on nonlinear static analysis. These methods, which are lesser complex than the ones based on nonlinear dynamic analysis, may be used to assess the seismic performance of existing structures, explicitly considering the exploration of its nonlinear behavior.

The case study is related to an old reinforced concrete building designed in 1975. It was performed a model considering the structure’s nonlinear behavior and it was assessed its seismic performance using the modified N2 method based on a nonlinear static analysis and a response spectrum analysis, both carried out through the commercial software SAP2000 v14.0.0. It was also analyzed the influence of the soil-structure interaction in the dynamic behavior of the structure.

This study allowed to present some considerations related to some difficulties that emerged during the nonlinear modeling of the structure analyzed and the need to invest in structural inspection and soil prospection in order to characterize the real behavior of the structure and guarantee the reliability of the results based on nonlinear analysis.

Keywords: Old reinforced concrete buildings, Earthquake, Soil-structure interaction, Nonlinear

Í

1

Introdução ...1

1.1 Enquadramento ...1

1.2 Objectivos da Dissertaç ão ...1

1.3 Organização do texto ...2

2

Avaliação e reforço sísmico de edifícios antigos de betão armado...3

2.1 Vulnerabilidade sísmica ...3

2.1.1 Deficiências estruturais ...4

2.1.2 Deficiências de fundações ... 14

2.2 A valiação do comportamento sísmico dos edifícios existentes ... 15

2.2.1 Exigências de comportamento ... 16

2.2.2 Informação para avaliação estrutural ... 17

2.2.3 A valiação... 19

2.3 Intervenção de reforço s ísmico... 25

2.3.1 Estratégias de intervenç ão... 25

2.3.2 Técnicas de intervenção ao nível global da estrutura ... 26

2.3.3 Técnicas de intervenção ao nível do elemento estrutural ... 31

2.3.4 Técnicas de intervenção ao nível das fundações ... 36

3

Caso de estudo ... 40

3.1 Considerações iniciais ... 40

3.2 Informação Disponível ... 40

3.2.1 Solução estrutural e de fundações. Dimensionamento ... 40

3.2.2 Materiais ... 41

3.2.3 Pormenorização dos elementos e das secções de betão armado ... 43

3.2.4 Acções ... 45

3.3 Modelação estrutural ... 46

3.3.1 Modelo espacial ... 46

3.3.2 Interacção solo-estrutura ... 48

3.3.3 Materiais ... 53

3.3.4 Secções de betão armado ... 57

3.4 A valiação sísmica do edifício ... 64

3.4.1 Análise modal por espectro de resposta ... 64

3.4.2 Análise estática não-linear (pus hover) ... 68

4

Conclusões ... 83

5

Referências bibliografias ... 87

Anexo A………...I

Anexo B……….…...IX

Í

F

FIGURA 2.1 – Esmagamento do núcleo de betão cintado por insuficiente confinamento (Saatcioglu et

al., 2001). ...5

FIGURA 2.2 – Cintas demasiado espaçadas e reduzida qualidade do betão utilizado (Arslan et al., 2007). ...5 FIGURA 2.3 - Danos na ligação viga-pilar devido ao escorregamento da armadura longitudinal (varões lisos) da viga (Sezen et al., 2003). ...6 FIGURA 2.4 - Inadequada emenda, por sobreposição, da armadura longitudinal de um pilar (Sezen et

al., 2003). ...6

FIGURA 2.5 - Rotura por esforço transverso de um pilar devido à escassa quantidade de armadura trans versal (S aatcioglu et al., 2001). ...7 FIGURA 2.6 – Pormenorização das armaduras de uma viga pertencente a um edifício situado em Lisboa e datado de 1955 [1]...8 FIGURA 2.7 – Ligação viga-pilar: interrupção da armadura transversal do pilar e insuficiente amarração da armadura principal tanto do pilar como da viga (edifíc io situado em Lisboa e datado de 1955) [1]. .8 FIGURA 2.8 – Colapso de um edifício devido à rotura das ligações viga-pilar (Sezen et al., 2003). ...9 FIGURA 2.9 – Severidade dos danos no edifício devido a deficientes ligações viga-pilar (Saatcioglu et

al., 2001). ...9

FIGURA 2.10 - Formação de mecanismo numa estrutura em pórtico devido à formação de: a) quatro rótulas plásticas nos pilares; b) dez rótulas plásticas (oito rótulas plásticas nas extremidades das vigas e duas na base dos pilares) – Adaptado de Bento (2008). ... 10 FIGURA 2.11 - Viga forte-pilar fraco (Saatcioglu et al., 2001). ... 10 FIGURA 2.12 - Colapso de um edifício devido à formação de rótulas plásticas nas extremidades dos pilares do piso térreo (Arslan et al., 2007). ... 10 FIGURA 2.13 - Edifício cujos pilares do piso térreo ficaram severamente danificados após a ocorrência do sismo (Sezen et al., 2003)... 11 FIGURA 2.14 - Colapso global de um edifício devido à rotura dos pilares dos dois primeiros pisos (Sezen et al., 2003). ... 12 FIGURA 2.15 - Rotura por esforço tranverso de um pilar curto resultante da interrupção do preenchimento dos quadros do pórtico com alvenaria (Saatcioglu et al., 2001). ... 12 FIGURA 2.16 - Rotura por esforço tranverso de um pilar curto induzido pela criação de aberturas nos painéis de alvenaria para instalação de janelas (Arslan et al., 2007). ... 13 FIGURA 2.17 - Colapso de um pilar devido à pres ença da escada (Lopes, 2008). ... 13 FIGURA 2.18 – Danos concentrados no piso do rés-do-chão devido à interrupção de paredes, a este nível (Moehle, 1991)... 14 FIGURA 2.19 - Derrubamento de edifícios devido ao fenómeno de liquefacção do solo de fundação, durante o sismo que ocorreu na região de Niigata, no Japão, em 1964 [2]... 15 FIGURA 2.20 - Adição de uma parede resistente de betão armado, através do preenchimento de um quadro do sistema em pórtico existente [3]. ... 28

FIGURA 2.21 – Nova parede de betão armado cujas fundações correspondem a vigas de fundação,

incorporando as sapatas dos pilares vizinhos (Fardis, 2009). ... 28

FIGURA 2.22 – Reforço sísmico com sistemas de contraventamento metálico: exemplos com diferentes disposições dos elementos constituintes (Fardis, 2009). ... 29

FIGURA 2.23 – Reforço sísmico de um edifício através da associação de dissipadores e de cabos de pré-es forço (Appleton et al., 2002). ... 31

FIGURA 2.24 – Encamisamento de um pilar com betão armado [4]. ... 32

FIGURA 2.25 – Reforço sísmico de um pilar por encamisamento metálico [4]. ... 33

FIGURA 2.26 – Ligação entre as cantoneiras e o elemento reforçado complementada com: a) soldadura às armaduras existentes ou b) buchas metálicas (Appleton & Gomes,1997). ... 34

FIGURA 2.27 – Pormenorização, em alçado, da ligação das armaduras de reforço do pilar no nó (Appleton & Gomes,1997). ... 34

FIGURA 2.28 – Encamisamento parcial de um pilar com FRP [4]. ... 35

FIGURA 2.29 – Reforços de fundações sem aprofundamento: a) melhoria das características mecânicas do solo de fundação; b) alargamento das sapatas [5]. ... 36

FIGURA 2.30 – Exemplo de um equipamento de perfuração utilizado na execução de microestacas de recalçamento de um edifício existente com estrutura em betão armado [5]. ... 38

FIGURA 2.31 - Execução de microestacas sobre sapatas de betão armado existentes [5]. ... 39

FIGURA 3.1 – Planta tipo dos pisos 2 a 12 – desenho ilustrativo. ... 42

FIGURA 3.2 - Armadura de esforço trans verso da viga V11. ... 43

FIGURA 3.3 – Exemplos de amarração da armadura longitudinal ... 43

FIGURA 3.4 – Exemplo de um pilar (P1) com relação entre as duas dimensões horizontais de 5,7:1 e com excessiva distância ent re varões longitudinais abraçados por cintas ... 44

FIGURA 3.5 – Pormenorização das vigas curtas que ligam elementos parede. ... 44

FIGURA 3.6 – Modelação do solo para análise da interacção solo-estrutura com base na Hipótese de Winkler (Velloso & Lopes, 2010). ... 48

FIGURA 3.7 – Excerto da Carta Geológica de Lisboa e respectiva legenda [6]. Indicação da localização do edifício em estudo. ... 49

FIGURA 3.8 – Relação tensão-extensão do aço típico de armaduras para betão armado: a) aço laminado a quente; b) aço endurecido a frio (E N 1992 -1-1:2010). ... 53

FIGURA 3.9 – Idealização da relação tensão-extensão do aço, em tracção ou compressão. ... 54

FIGURA 3.10 – Relação constitutiva do comportamento monotónico do betão confinado e do betão não confinado, de acordo com o modelo de Mander et al. (1988). ... 55

FIGURA 3.11 – Diagrama tipo , de elementos de betão armado simétricos e sem esforço axial, ensaiados experimentalmente. Adaptado de Bent o & Lopes (1999) por Carvalho (2011). ... 58

FIGURA 3.12 – Modelos histeréticos bilineares: a) elasto-plástico perfeito (sem endurecimento); b) com endurecimento após a cedência (B ento & Lopes, 1999). ... 59

FIGURA 3.13 – Modelo de Takeda (Bento & Lopes, 1999)... 60

FIGURA 3.14 – Discretização da secção em fibras: a) secção; b) fibras de betão; c) fibras de aço (Carvalho, 2011). ... 60

FIGURA 3.16 – Estado final de dano: a) provete com armadura lisa; b) provete com armadura nervurada (Fernandes et al., 2010a)... 63 FIGURA 3.17 – Configuração do primeiro modo de vibração: a) vista tridimesional; b) plano ao nível da cobertura. ... 66 FIGURA 3.18 – Configuração do segundo modo de vibração: a) vista tridimesional; b) plano ao nível da cobertura. ... 66 FIGURA 3.19 – Configuração do terceiro modo de vibração: a) vista tridimesional; b) plano ao nível da cobertura. ... 67 FIGURA 3.20 - Espectros de resposta elástica de aceleração tipo 1 e tipo 2 (5% amortecimento), de acordo com a EN 1998-1:2010... 68 FIGURA 3.21 – Curvas de capacidade resistente da estrutura obtidas pela aplicação dos carregamentos laterais modal e uniforme, segundo a direcção . ... 72 FIGURA 3.22 - Curvas de capacidade resistente da estrutura obtidas pela aplicação dos carregamentos laterais modal e uniforme, segundo a direcção . ... 73 FIGURA 3.23 – Curva de capacidade resistente do sistema de um grau de liberdade equivalente e idealização elasto-plástica perfeita para a direcção . ... 75 FIGURA 3.24 – Curva de capacidade resistente do sistema de um grau de liberdade equivalente e idealização elasto-plástica perfeita para a direcção . ... 75 FIGURA 3.25 – Espectro de res posta elástica no formato Aceleração-Deslocamento (sismo tipo 1). ... 76 FIGURA 3.26 – Deslocamentos de topo normalizados, segundo , dos pontos extremos de um pórtico orientado em , obtidos através do Método N2 e da análise modal por espectro de resposta. ... 77 Na FIGURA 3.27 – Factores correctivos a aplicar aos resultados relevantes dos elementos estruturais para ter em cont a os efeitos da torção (extens ão do método N2). ... 77 FIGURA 3.28 – Deslocamentos absolutos ao nível dos pisos determinados através do método N2 modificado (pilar P2): a) direcção ; b) direcção . ... 78 FIGURA 3.29 – Deslocamentos relativos nos pisos determinados através do método N2 modificado (pilar P2): a) direcção ; b) direcção . ... 79 FIGURA 3.30 – Esforço transverso ao nível de cada piso, em termos de exigência e de resistência: a) parede D; b) parede E. ... 82

Í

QUADRO 2.1 - Níveis de inspecção e ensaios e requisitos mínimos recomendados para cada tipo de elemento estrutural primário (viga, pilar e parede) - E N1998-3:2005. ... 18 QUADRO 2.2 - Níveis de conhecimento e correspondentes métodos de análise e factores de confiança recomendados (EN 1998-3: 2005)... 19 QUADRO 2.3 – Exigências a considerar na verificação de segurança, em função dos métodos de análise e do tipo de elemento. ... 23

Í

TABELA 3.1 – Cargas permanentes e respectiva quantificação, na cave e piso tipo. ... 45

TABELA 3.2 – Sobrec argas, e respectiva quantificação, na cave e piso tipo. ... 45

TABELA 3.3 – Cargas permanentes e sobrecargas, e respectiva quantificação, na cobertura. ... 45

TABELA 3.4 – Área e características geométricas das massas dos pisos. ... 47

TABELA 3.5 – Gama de valores do coeficiente de reacção do solo para diferentes tipos de solo. Adaptado de Bowles (1988). ... 48

TABELA 3.6 – Factor multiplicativo a aplicar ao coeficiente de mola , em função da sua localização na laje de fundação. ... 50

TABELA 3.7 – Valores do coeficiente de mola utilizados na simulação do terreno para os vários cenários que consideram a interacção solo-estrutura. ... 52

TABELA 3.8 – Período dos três modos de vibração da estrutura para os diferentes cenários de modelação dos pisos enterrados e para o cenário 4, ... 52

TABELA 3.9 – Diferença relativa do somatório do esforço transverso obtido ao nível do piso térreo nos cenários que têm em conta a modelação das caves (cenários 1, 2 e 3) relativamente ao somatório de esforço trans verso obtido na base da estrutura do cenário 4. ... 53

TABELA 3.10 – Parâmetros e respectivos valores utilizados na idealização da relação constitutiva do aço em varão. ... 54

TABELA 3.11 – Valores utilizados na idealização da relação constitutiva do betão não confinado. ... 56

TABELA 3.12 – Características dos modos de vibração com contribuição significativa na resposta global da estrutura. ... 65

TABELA 3.13 – Valores da aceleração máxima de referência e dos parâmetros que definem o espectro de resposta elástico para as acções sísmicas tipo 1 e tipo 2, de acordo com o Anexo Nacional da EN 1998-1: 2010. ... 68

TABELA 3.14 – Capacidade resistente última da estrutura em cada uma das direcções de cálculo. .... 73

TABELA 3.15 – Valores dos parâmetros utilizados na determinação dos coeficientes de transformação. ... 74

TABELA 3.16 – Características e período do sistema de 1GL equivalente idealizado, em cada uma das direcções de cálculo. ... 75

TABELA 3.17 – Desempenho sísmico do sistema de 1GL e da estrutura. ... 76

TABELA 3.18 – Características geométricas da secção transversal e armadura de esforço transverso das paredes D e E. ... 81

TABELA A.1 – Distribuições verticais de momentos torsores e de cargas laterais. ... III TABELA A.2 – Determinação da distância do centro de rigidez ao centro de massa e rigidez de torção dos pisos para a aplicaç ão do momento torsor... IV TABELA A.3 – Determinação dos deslocamentos de um ponto arbitrário e da rigidez lateral dos pisos, em cada direcção de cálculo. ... V TABELA A.4 – Verificação das equações (A.1) e (A.2), para ambas as direcções de cálculo. ... VI

1 I

1.1 E

O parque construído, em Portugal, é constituído, ainda, por uma grande quantidade de edifícios antigos de betão armado cuja construção remonta ao período entre o início dos anos 1950 e o final dos anos 1970. Este tipo de edifícios, dimensionados, nalguns casos, sem um regulamento sísmico ou, noutros casos, através da consideração da acção sísmica de forma muito principiante, poderá apresentar graves deficiências estruturais e de fundação, as quais poderão comprometer de forma irreversível a capacidade de suportar um sismo de alta intensidade.

Para dar resposta – através da intervenção de reforço sísmico - às exigências, sobretudo de salvaguarda da vida humana, mas também do controlo dos danos económicos causados por um sismo, a avaliação do desempenho sísmico dever-se-ia basear em análise dinâmicas não-lineares, sendo estas as que mais se aproximam da realidade. No entanto, dada a complexidade do exercício de modelação e a exigência computacional requerida, este tipo de análise apresenta alguns obstáculos dificilmente ultrapassáveis em dimensionamento corrente. Como resultado, nos últimos anos, tem surgido uma grande atenção sobre os métodos que fazem uso de anális es estáticas não-lineares. Estes métodos, sendo menos complexos do que aqueles que utilizam análises dinâmicas não-lineares, permitem considerar, de forma explícita, a exploração, em regime não-linear, da capacidade de resposta das estruturas face à acção sísmica.

A realização de uma análise sísmica não-linear pressupõe, no entanto, a recolha e definição a priori de parâmetros baseados nas características reais da estrutura, em termos de geometria, pormenorização e materiais, bem como nas características do terreno de fundação.

1.2 O

D

A orientação deste trabalho incluiu os seguintes objectivos:

- Identificação das principais fontes de vulnerabilidade sísmica de edifícios existentes de betão armado, quer a nível estrutural quer ao nível das fundaç ões.

- Análise da regulamentação europeia relativamente à avaliação do desempenho sísmico de estruturas existentes (EN 1998-3:2005).

- Apresentação das principais técnicas de intervenção de reforço sísmico, tanto ao nível global e local da estrutura, como ao nível das fundações.

- Avaliação de um edifício existente de betão armado cujo projecto original remonta aos anos 1970 : - Realização de um modelo que considera a interacção solo-estrutura e avaliação da sua influência no comportamento dinâmico da estrutura;

- Desenvolvimento de um modelo estrutural com base no comportamento não-linear da estrutura;

- Realização de uma análise estática não-linear, em particular o método N2 proposto na EN 1998-1:2010, realizada no programa de cálculo comercial SAP2000 v14.0.0;

- Análise de alguns resultados.

- Identificação das principais dificuldades aquando da realização de uma análise sísmica não-linear

baseada nas características reais da estrutura, em particular geometria, pormenorização e materiais.

1.3 O

O conjunto de objectivos deste trabalho, mencionados na secção anterior, está organizado em diferentes capítulos cuja descrição resumida se faz seguidamente.

Neste capítulo, capítulo 1, apresenta-se o enquadramento do estudo, os objectivos da dissertação e a organização da mesma.

No capítulo 2, apresenta-se, primeiramente, o contexto temporal do surgimento das estruturas de betão armado e da sua evolução, a par da introdução e das sucessivas alterações de regulamentação. Identificam-se as principais deficiências estruturais e de fundações dos edifícios antigos de betão armado e as respectivas consequências ao nível do desempenho sísmico. Descreve-se, ainda, o método de avaliação de edifícios existentes sob a acção dos sismos, proposto pela actual regulamentação europeia, fazendo-se referência aos diferentes tipo de análise sísmica. Por fim, enunciam-se e descrevem-se algumas técnicas de reforço sísmico, quer ao nível local e global estrutura, quer ao nível das fundações.

No capítulo 3, expõe-se o caso de estudo e enunciam-se, sob contexto teórico, as hipóteses de modelação quer da interacção solo-estrutura, considerada numa primeira fase, quer do comportamento não-linear da estrutura. Por fim, apresentam-se e discutem-se os resultados da análise pushover e da análise modal por espectro de resposta.

No capítulo 4, tecem-se, de forma resumida, as conclusões mais relevantes do trabalho desenvolvido e, no seguimento deste, alguns aspectos que poderão ser alvo de desenvolvimento futuro.

2 A

2.1 V

Durante a década de 1950, generalizou-se, por todo o País, a adopção de um novo material estrutural na construção dos edifícios habitacionais: o betão armado, o qual veio substituir a alvenaria resistente.

No que concerne aos edifícios antigos de betão armado, podem identificar-se duas fases cuja distinção está relacionada com a consideração da acção sísmica no dimensionamento das estruturas. Entenda-se por “edifícios antigos de betão armado” aqueles cuja construção remonta ao período anterior à publicação do Regulamento de Segurança e Acções em Estruturas de Edifícios e Pontes (RSA), no início da década de 1980.

A primeira fase do betão armado, iniciada no final dos anos 40 e findada no início da década de 1960, apresenta estruturas reticuladas, formadas por sistemas mais ou menos irregulares de pórticos constituídos por vigas e pilares de betão armado, carecendo da consideração da acção sísmica, então dissociada de regulamentação específica, e da preocupação com a durabilidade do betão (Silva Appleton, 2008).

Relativamente às características das estruturas desta fase, ressalve-se: o uso de betão de baixas resistência (até C20/25) e compacidade; sistemas estruturais com reduzido grau de simetria e regularidade, integrando, correntemente, soluções de apoio viga-viga e uma distribuição de pilares muito irregular; recurso a vigas e pilares esbeltos, conduzindo a estruturas muito deformáveis; utilização de paredes exteriores de alvenaria; ausência de quantidades e pormenorização das armaduras adequadas à necessária ductilidade; raríssima verificação da segurança à acção sísmica, como consequência provável da falta de regulamentação específica e das limitações dos métodos de análise de estruturas actuadas por forças horizontais (Silva Appleton, 2008).

Embora a primeira norma nacional referente à acção dos sismos (Regulamento de Segurança das Construções Contra os Sismos) date de 1958, a segunda fase do betão armado surge, segundo Silva Appleton (2008), na sequência de uma alteração significativa na abordagem da acção sísmica, impulsionada, sobretudo, pela publicação do Regulamento de Solicitações em Edifícios e Pontes (RSEP), em 1961; essa alteração foi reforçada com a publicação, em 1967, do novo Regulamento de Estruturas de Betão Armado (REBA).

Embora com uma visão principiante, o RSEP refere a necessidade de verificar a segurança dos edifícios à acção sísmica, com base em análises estáticas equivalentes e num zonamento sísmico (este último já presente no anterior Regulamento da Segurança das Construções contra Sismos) e com recurso a coeficientes sísmicos, a partir dos quais se determinam as forças horizontais representativas da acção dinâmica.

Atendendo à evolução da abordagem sísmica, os edifícios de betão armado construídos nas décadas de 1960 e 1970 já apresentam paredes de caixas de escadas e de elevadores. Para além disso,

verifica-se, em especial nos anos 70, a utilização de betões com características mecânicas um pouco mais exigentes, como inevitável consequência do aumento do porte dos edifícios e do uso de vãos mais generosos do que os de épocas anteriores, bem como o recurso a soluções à base de lajes fungiformes nervuradas. No entanto, persistem os cuidados muito moderados com as questões de durabilidade do betão (Silva Appleton, 2008).

Os edifícios antigos de betão armado apresentam, na sua generalidade, algumas graves deficiências/fragilidades sísmicas decorrentes da fraca qualidade de projecto, de pormenorização, de construção ou, nalguns casos ainda, de intervenções posteriores à construção original, motivadas, muitas das vezes, por alterações de uso.

2.1.1 D

Sismos como, por exemplo, o que ocorreu a 17 de Agosto de 1999, na Turquia, têm demonstrado que as carências associadas aos conceitos seguidamente abordados estão relacionadas com as causas mais frequentes de danos e colapso prematuro de edifícios de betão armado sujeitos à acção sísmica. A identificação de algumas destas carências estruturais é essencial para definir estratégias de reforço com vista ao aumento da resistência sísmica dos edifícios.

2.1.1.1 CONFINAMENTO

A pormenorização das armaduras transversais é particularmente importante em zonas das estruturas com potencial de formação de rótulas plásticas, dada a sua influência na garantia de ductilidade disponível.

A ductilidade das peças de betão armado diminui com o aumento do esforço axial de compressão, motivo pelo qual se deve limitar o nível deste último em elementos verticais de estruturas dúcteis. Por outro lado, o aumento da ductilidade das peças pode ser conseguido à custa do aumento da ductilidade do próprio betão, por via do seu confinamento.

Quando um elemento de betão é sujeito a tensões de compressão, sofre, por efeito de Poisson, expansão nas direcções perpendiculares e, uma vez atingida a extensão última à compressão, dá-se o esmagamento do betão e a perda de aderência às armaduras . Se esta expansão for restringida, geram-se, no betão, tensões radiais de compressão conducentes de um aumento ligeiro da sua tensão última, na direcção da carga, e de um aumento expressivo da sua extensão última e, por conseguinte, da sua ductilidade. Este (benéfico) efeito de confinamento é garantido pelos estribos/cintas e depende da sua forma, do seu diâmetro e do espaçamento entre estes, bem como da armadura longitudinal, da qualidade do aço e da forma das secções (Varum, 2003).

Os edifícios de betão armado mais antigos apresentam, na sua generalidade, deficiências a este nível, nomeadamente uma deficiente amarração da armadura transversal, que deveria ser realizada no interior do núcleo de betão cintado, e um espaçamento excessivo da mesma, representando, na prática, uma menor resistência e uma bastante menor ductilidade do betão cintado bem como a

possibilidade de encurvadura das armaduras principais de flexão, durante a ocorrência de um sismo (FIGURA 2.1 E FIGURA 2.2)

FIGURA 2.1 – Esmagamento do núcleo de betão cintado por insuficiente confinamento (Saatcioglu et al., 2001).

FIGURA 2.2 – Cintas demasiado espaçadas e reduzida qualidade do betão utilizado (Arslan et

al., 2007).

2.1.1.2 ADERÊNCIA

O mecanismo de aderência aço-betão condiciona, em larga medida, o comportamento dos elementos de betão armado. Constituindo um mecanismo de transferência de tensões entre o aço e o betão, a aderência, desenvolvida por atrito, mas sobretudo pelo imbric amento entre o betão e a armadura, revela-se decisiva na limitação da abertura de fendas e na sua distribuição ao longo dos elementos. A análise de estruturas de betão armado é feita, em geral, assumindo que existe aderência perfeita entre o aço e o betão e, portanto, uma total compatibilidade de deformações entre ambos os materiais; contundo, esta hipótese é, normalmente, válida apenas nos estados iniciais de carregamento e para pequenos níveis de tensão. Para significativos níveis de tensão, com formação de fendas, ocorre degradação da aderência e, consequentemente, o escorregamento das armaduras; a compatibilidade de deformações entre o aço e o betão deixa de ser verificada e a distribuição de tensões nos dois materiais é afectada (Fernandes et al., 2010a).

O fenómeno do escorregamento é agravado quando as peças de betão armado são solicitadas por acções cíclicas e assume particular importância quando a armadura corresponde a varões lisos, conhecidos pelas suas fracas características de aderência (Fernandes et al., 2010a).

Nos edifícios de betão armado antigos (anteriores ao início da década de 1980), a ocorrência de fenómenos de escorregamento, em particular nos nós viga-pilar, pode condicionar, bastante, a resposta sísmica da estrutura (FIGURA 2.3). Isto porque são zonas particularmente susceptíveis, dada a elevada concentração de esforços aí instalada, associada, em geral, e como apontado por Saraiva

et al. (2006), a uma amarração insuficiente das armaduras longitudinais, sobretudo quando se trata

de varões lisos amarrados apenas com ganchos na extremidade, sem qualquer cálculo explícito do comprimento de amarração necessário ou da capacidade de ancoragem do próprio gancho.

FIGURA 2.3 - Danos na ligação viga-pilar devido ao escorregamento da armadura longitudinal (varões lisos) da viga (Sezen et al., 2003).

É frequente observar-se uma incorrecta pormenorização da amarração e da emenda, por sobreposição, das armaduras, contrariando algumas das regras basilares de boa prática, que importa mencionar: evitar a sobreposição e a amarração em zonas onde o betão tende a fissurar de mod o extensivo (locais com potencial de formação de rótulas plásticas, por exemplo); dar especial atenção ao confinamento do betão em locais com amarrações e sobreposições embebidas, de modo a impedir o arranque da armadura; varões de grande diâmetro requerem um comprimento de amarração nem sempre fácil de assegurar, uma vez que a força de tracção no varão aumenta proporcionalmente ao quadrado do diâmetro e a força de aderência a mobilizar é linearmente dependente deste último, sendo, por isso, preferível o us o de um maior número de varões, com menor diâmetro (EASY, 1997 cit. por Varum, 2003). A FIGURA 2.4 exemplifica a pormenorização da armadura longitudinal de um pilar na qual não foram tidos em conta tais princípio.

FIGURA 2.4 - Inadequada emenda, por sobreposição, da armadura longitudinal de um pilar (Sezen et

al., 2003).

2.1.1.3 CAPACIDADE RESISTENTE AO CORTE E À FLEXÃO

O dimensionamento com base na acção da gravidade e na acção do vento corresponde, em geral, a esforços de corte bastante inferiores aos que se desenvolvem na presença de um sismo, pelo que um largo número de estruturas de betão armado existentes apresenta uma fraca capacidade resistente a

este tipo de esforços. A rotura por esforço transverso, associada a um comportamento não linear frágil dos elementos de betão armado, é, frequentemente, detectada durante os sismos (FIGURA 2.5).

FIGURA 2.5 - Rotura por esforço transverso de um pilar devido à escassa quantidade de armadura transversal (Saatcioglu et al., 2001).

Em pilares, este tipo de rotura é acompanhado pela degradação do núcleo de betão, com possibilidade duma rápida perda da sua capacidade resistente a esforços axiais que poderá conduzir ao colapso da estrutura. Deste modo, a armadura transversal adoptada deverá não só garantir a resistência a esforços de corte, mas também a integridade do betão, melhorando-se, assim, o funcionamento do conjunto; betões de melhor qualidade também deverão ser previstos (EASY, 1997 cit. por Varum, 2003).

O efeito de pilar curto, induzido pela abertura de janelas, pelo preenchimento parcial com paredes de alvenaria ou por patamares intermédios de escadas e, frequentemente, negligenciado no dimensionamento das estruturas, constitui outra das causas da rotura por esforço transverso observada em edifícios danificados pela acção sísmica. Este assunto será retomado adiante, no ponto 2.1.1.6.

A armadura de esforço transverso adoptada em vigas é, em geral, insuficiente, acrescendo o facto de, frequentemente, junto aos apoios, existirem varões inclinados (orientados segundo a direcção das tensões principais de tracção e perpendicularmente à fendilhação que tende a ocorrer na zona próxima dos apoios). A orientação destes varões, embora viável para acções gravíticas, compromete o desempenho do elemento para acções cíclicas, em part icular quando existe mudança de sinal do momento flector.

No que respeita à capacidade resistente à flexão, ressalve-se a utilização de betões de fraca resistência e a prática comum decorrente da não consideração ou subvalorização da acção sísmica: em vigas, na região dos apoios, verifica-se uma diminuta quantidade de armadura longitudinal inferior, bem como variações bruscas da armadura superior para quantidades muito reduzidas.

A FIGURA 2.6 ilustra a pormenorização de uma viga onde é possível identificar alguns dos aspectos supramencionados relativamente às armaduras transversal e longitudinal.

FIGURA 2.6 – Pormenorização das armaduras de uma viga pertencente a um edifício situado em Lisboa e datado de 1955 [1].

2.1.1.4 LIGAÇÕES ENTRE ELEMENTOS

O bom desempenho estrutural depende não só da adopção de elementos suficientemente resistentes, rígidos e dúcteis, mas também da sua adequada interligação.

Os mecanismos de rotura associados às ligações viga-pilar resultam da inadequada ou inexistente armadura transversal e da deficiente ancoragem da armadura principal dos elementos estruturais nestas zonas (FIGURA 2.7). Em edifícios antigos de betão armado, é comum observar-se a interrupção da armadura inferior das vigas nos nós, sem serem ancoradas no seu interior (Saraiva et al., 2006).

FIGURA 2.7 – Ligação viga-pilar: interrupção da armadura transversal do pilar e insuficiente amarração da armadura principal tanto do pilar como da viga (edifício situado em Lisboa e datado de 1955) [1].

Deficientes ligações viga-pilar correspondem a uma das causas mais comuns de danos severos e do colapso de edifícios sujeitos à acção dos sismos (FIGURA 2.8 e FIGURA 2.9).

FIGURA 2.8 – Colapso de um edifício devido à rotura das ligações viga-pilar (Sezen et al., 2003).

FIGURA 2.9 – Severidade dos danos no edifício devido a deficientes ligações viga-pilar (Saatcioglu et al., 2001).

Observa-se, também, a deficiente e insuficiente amarração das armaduras de pilares nas fundações, interrompidas sem serem dobradas na horizontal sobre as armaduras inferiores das sapatas e, portanto, comprometendo a adequada ligação monolítica entre ambos os elementos.

2.1.1.5 VIGA FRACA-PILAR FORTE

A filosofia de projecto, em particular o dimensionamento por Capacidades Resistentes (Capacity

Design), aplicada pelos modernos regulamentos, como o Eurocódigo 8, permite condicionar e

controlar, dentro de certos limites, o comportamento das estruturas, mesmo que as características de um eventual sismo que nelas actue não sejam conhecidas. O controlo do tipo e da localização dos danos apresenta significativas vantagens relativamente à operacionalidade e à reparação das construções, após o sismo, podendo representar grande importância a nível económico e da actuação da Protecção Civil (Bento, 2008).

Uma das práticas inerentes aos princípios de Capacity Design está relacionada com o aumento da capacidade de dissipação de energia das estruturas. De acordo com esta filosofia, e como referido por Bento (2008), para se maximizar a capacidade de dissipação de energia, é necessário que se forme o maior número de rótulas plásticas, sem que ocorra a formação de um mecanismo. Os pórticos, que, em geral, correspondem a estruturas com elevado grau de redundânci a, permitem explorar o comportamento não-linear e a formação de um considerável número de rótulas plásticas. No entanto, para que tal aconteça, as rótulas plásticas dever-se-ão formar nas extremidades das vigas ao invés de nos pilares (FIGURA 2.10).

a) b)

FIGURA 2.10 - Formação de mecanismo numa estrutura em pórtico devido à formação de: a) quatro rótulas plásticas nos pilares; b) dez rótulas plásticas (oito rótulas plásticas nas extremidades das vigas e duas na base dos pilares) – Adaptado de Bento (2008).

Na FIGURA 2.10 a), o mecanismo de colapso é caracterizado por danos concentrados num piso e um deslocamento de topo pequeno. No entanto, na FIGURA 2.10 b), aquando do mecanismo de colapso, os danos encontram-se distribuídos em todos os pisos e a estrutura apresenta um deslocamento de topo significativo.

Para que as rótulas plásticas se formem nas vigas, a soma dos momentos resistentes deverá ser superior à soma dos máximos momentos que se podem desenvolver na viga em regime não linear. Contundo, muitas das estruturas existentes não foram concebidas com esta premissa, inexistente nos regulamentos da época da sua construção. Recentes sismos têm demonstrado quão severos podem ser os danos, no limite com colapso da estrutura, devido ao excesso de resistência, em flexão, das vigas relativamente aos pilares (FIGURA 2.11 e FIGURA 2.12).

FIGURA 2.11 - Viga forte-pilar fraco (Saatcioglu et al., 2001).

FIGURA 2.12 - Colapso de um edifício devido à formação de rótulas plásticas nas extremidades dos pilares do piso térreo (Arslan et al., 2007).

2.1.1.6 INFLUÊNCIA DE ELEMENTOS SECUNDÁRIOS OU NÃO ESTRUTURAIS NA RESPOSTA SÍSMICA DOS EDIFÍCIOS

Os painéis de alvenaria de tijolo são considerados elementos não estruturais, devido à diminuta resistência à compressão que os caracteriza, relat ivamente aos elementos de betão; todavia, é de reconhecimento geral a sua influência no comportamento sísmico das estruturas.

O preenchimento de pórticos de betão armado corresponde, na prática, a um aumento da rigidez lateral da estrutura; contundo, o seu contributo, ao não ser considerado em fase de projecto para as acções sísmica (prática comum), propicia, em caso de sismo, a ocorrência de efeitos imprevistos sobre os elementos estruturais, com possibilidade da estrutura colapsar. Menciona-se, de seguida, alguns destes efeitos.

A adopção de paredes de alvenaria com uma distribuição irregular em planta, mas ignorada em projecto, conduz à alteração da posição do centro de rigidez. Como tal, originam -se efeitos de torção não considerados, com acréscimos de esforços nos pilares mais afastados do centro de rigidez sem que esteja garantida a respectiva capacidade resistente para tal.

Outra situação usual tem que ver com a descontinuidade de painéis de alvenaria, em altura, devido ao denominado piso vazado (soft-storey). Este resulta da ausência de paredes de enchimento, em geral no rés-do-chão, por questões arquitectónicas, havendo, ainda, a possibilidade da sua criação involuntária como consequência do colapso da alvenaria do rés -do-chão antes da ocorrência de danos nas alvenarias dos pisos superiores. Este tipo de estruturas apresenta o seu piso térreo muito mais fraco e flexível do que os pisos superiores, concentrando naquele as deformações devido à acção sísmica. Os pilares do rés-do-chão ficam, deste modo, sujeitos a grandes deslocamentos horizontais entre as suas extremidades, com efeitos de segunda ordem consideráveis que ditam, muitas vezes, a sua rotura e o consequente colapso global dos edifícios

Na FIGURA 2.13, apresenta-se um edifício com descontinuidade de rigidez, em altura: inexistência de painéis de alvenaria no piso térreo, em particular ao nível da fachada. Os pilares da base do edifício sofreram significativos danos, sem, no entanto, provocarem o colapso do edifício.

FIGURA 2.13 - Edifício cujos pilares do piso térreo ficaram severamente danificados após a ocorrência do sismo (Sezen et al., 2003).

A FIGURA 2.14 ilustra um edifício afectado pela acção sísmica cuja causa resulta da grande descontinuidade de rigidez induzida pelo colapso dos painéis de alvenaria dos dois primeiros pisos e pela manutenção da alvenaria dos pisos superiores, provocando danos nos pilares inferiores. Esses danos reduziram, expressivamente, a capacidade do edifício suportar cargas gravíticas, levando ao seu colapso global (Sezen et al., 2003).

FIGURA 2.14 - Colapso global de um edifício devido à rotura dos pilares dos dois primeiros pisos (Sezen et al., 2003).

Observa-se, também, com frequência, a interrupção do preenchimento das paredes de alvenaria, próximo de elementos verticais resistentes, com vista à abertura de janelas ou para outros fins. Como consequência da restrição lateral imposta pela inclusão parcial da alvenaria, há uma diminuição da altura útil disponível para os pilares absorverem a diferença de deslocamentos horizontais entre pisos, formando-se os designados pilares curtos. Este efeito é tanto menos notório quanto mais fracas são as ligações pilar-alvenaria e tende a diminuir aquando da danificação do painel de alvenaria (Lopes, 2008). Sob a actuação da acção sísmica, estes troços de pilar ficam sujeitos a esforços superiores àqueles que se desenvolveriam na ausência de alvenaria, situação esta para a qual foram dimensionados, e com possibilidade de desenvolverem um comportamento frágil, com rotura por esforço transverso (FIGURA 2.15 e FIGURA 2.16).

FIGURA 2.15 - Rotura por esforço tranverso de um pilar curto resultante da interrupção do preenchimento dos quadros do pórtico com alvenaria (Saatcioglu et al., 2001).

FIGURA 2.16 - Rotura por esforço tranverso de um pilar curto induzido pela criação de aberturas nos painéis de alvenaria para instalação de janelas (Arslan et al., 2007).

Cenário análogo ao descrito anteriormente ocorre com a não consideração, para acções horizontais, da presença de elementos secundários como as escadas. A grande rigidez associada à disposição da escada no quadro do pórtico conduz à diminuição do compriment o livre (deformável) do pilar no qual a escada se apoia a meia altura (FIGURA 2.17).

FIGURA 2.17 - Colapso de um pilar devido à presença da escada (Lopes, 2008).

2.1.1.7 SIMETRIA, REDUNDÂNCIA E UNIFORMIDADE EM ALTURA

Importa atentar em alguns princípios básicos, ao nível da concepção das estruturas de edifícios, importantes para o adequado desempenho destas face a forças de inércia horizontais que se podem desenvolver em qualquer direcção no plano horizontal.

Fontes de assimetria, das quais as mais significativas estão relacionadas com a distribuição de rigidez, em planta, induzem a rotação dos pisos no respectivo plano, devendo ser evitadas ou minoradas. Deste modo, é conveniente reduzir, tanto quanto possível, a distância entre os centros de massa e de rigidez.

A redundância de uma estrutura tem que ver com número de ligações em excesso relativamente às necessárias para equilibrar as cargas aplicadas. Quanto maior o grau de redundância estrutural, maior será o potencial de redistribuição de esforços numa estrutura e a capacidade de dissipação de energia. Assim, quanto maior o número de pórticos numa dada direcção, menor será o efeito de torção que poderá ocorrer pelo facto um de um pórtico entrar em regime não-linear mais cedo do que

os restantes. Em edifícios com um porte já considerável, é recomendável a existência de, pelo menos, quatro pórticos em cada direcção (Lopes, 2008).

A uniformidade em altura apresenta-se como preponderante na resposta sísmica das estruturas. No entanto, este princípio é comummente comprometido por algumas opções de concepção estrutural ou sua alteração, a posterior, a elucidar de seguida.

A diminuição de rigidez ou de resistência, no sentido descendente, pode representar consequências muito gravosas para a estrutura, uma vez que é também neste sentido que se dá o aumento das forças de inércia, sendo a base do edifício a zona mais esforçada. Um exemplo corrente consiste nos já anteriormente mencionados pisos vazados (FIGURA 2.18).

FIGURA 2.18 – Danos concentrados no piso do rés-do-chão devido à interrupção de paredes, a este nível (Moehle, 1991).

Outro tipo de irregularidade em altura consiste na descontinuidade de pilares ao nível do rés -do-chão: prevista na arquitectura original dos edifícios ou devido a alterações efectuadas posteriormente à construção inicial. Este último caso está frequentemente associado à necessidade da criação de espaços amplos, ao nível do rés-do-chão, para a instalação de zonas nobres, ou de acessos a estabelecimentos comerciais.

Refira-se outros casos indutores de descontinuidades de rigidez em altura: a existência de pis os com diminuta altura, adoptada na base dos edifícios por questões de arejamento ou a habitual variação da secção transversal dos pilares como consequência dos pilares dos pisos inferiores necessitarem de suportar maiores cargas axiais devido ao peso dos pisos superiores. Embora menos grave que a interrupção dos elementos verticais, esta última prática pode conduzir a descontinuidades de rigidez com alguma importância caso a variação não seja gradual.

2.1.2

D

A fragilidade dos edifícios de betão armado, ao nível das suas fundações e da ligação destas à superestrutura, poderá condicionar, em larga medida, o seu comportamento sísmico.

É habitual o sistema de fundações ser constituído somente por sapatas isoladas, desprovido de vigas de fundação que visam promover a interligação dos elementos. As vigas de fundação, devendo existir

em ambas as direcções, têm um papel importante na melhoria do funcionamento das sapatas, quando sujeitas a acções horizontais, pois limitam os assentamentos relativos entre estas, têm capacidade de redistribuir esforços entre os diversos elementos e permitem uniformizar a acção sísmica na base da estrutura. Isto acontece particularmente em edifícios sem caves; quando estas existem, parte das forças horizontais são transmitidas ao solo através das suas paredes, atenuando a necessidade de vigas de fundação.

Durante a utilização dos edifícios, assiste-se, muitas vezes, à deterioração da capacidade resistente do respectivo sistema de fundações, sem que sejam tomadas as devidas medidas correctivas. Neste âmbito, a insuficiência das fundações é motivada, frequentemente, por alterações das acções actuantes, devido a novas utilizações ou à alteração da estrutura e volumetria do edifício, e/ou das condições geotécnicas do solo. Estas últimas resultam, por exemplo, de intervenções de escavação ou de aterro, em zonas vizinhas, que induzem perturbações nas condições de equilíbrio existente, bem como de infiltrações da água da chuva ou proveniente da rotura de tubagens instaladas, inadequadamente, a cotas próximas do nível da superfície de contacto entre a fundação e o solo, promovendo o arrastamento de finos.

No que concerne ao solo de fundação, especial atenção deverá ser dada quando o terreno é constituído por camadas extensas ou espessas de areia solta saturada, com ou sem finos, devendo ser avaliada a sua susceptibilidade à liquefacção (Santos, 2007). A liquefacção dos solos consiste na redução das respectivas rigidez e resistência, como consequência do surgimento de importantes pressões na água intersticial, durante a ocorrência de um sismo. Este fenómeno poderá originar deformações permanentes significativas e conduzir a situação em que a pressão efectiva é quase nula. Diversos sismos têm demonstrado quão gravosos poderão ser os efeitos da liquefacção dos solos nas construções (FIGURA 2.19).

FIGURA 2.19 - Derrubamento de edifícios devido ao fenómeno de liquefacção do solo de fundação, durante o sismo que ocorreu na região de Niigata, no Japão, em 1964 [ 2].

2.2 A

O Eurocódigo 8 contempla, na sua Parte 3 (EN 1998-3:2005), “Avaliação e reforço de edifícios”, disposições que visam definir critérios para a avaliação do comportamento sísmico de estruturas de edifícios individuais existentes, descrever procedimentos para selecção de medidas correctivas

(reparação e/ou reforço), bem como estabelecer critérios para o projecto de medidas de reparação e reforço, abrangendo as fases de concepção, análise e dimensionamento. Estas disposições são aplicáveis a todas as categorias de edifícios, apresentando, no entanto, algumas reservas relativamente a monumentos e edifícios históricos, os quais necessitam de uma abordagem alternativa que tenha em conta a especificidade de cada um.

A incerteza na avaliação das estruturas existentes e eventual intervenção estrutural, associada, em geral, à época de construção ou a possíveis deficiências ocultas, é particularmente diferente da incerteza existente aquando do dimensionamento de estruturas novas. Assim, para proceder à avaliação de estruturas existentes, é determinado um nível de conhecimento, com base na quantidade e na fiabilidade da informação recolhida, o qual permite definir o respectivo factor de confiança (para afectar os valores das propriedades dos materiais existentes) e escolher o m étodo de análise a aplicar (EN 1998-3: 2005).

Seguidamente, e de acordo com a EN 1998-3: 2005, descrever-se-ão as fases que compõem a metodologia para avaliação de edifícios existentes .

2.2.1 E

A escolha da exigência de comportamento para uma dada estrutura existente depende do nível de segurança sísmica que se pretende atribuir-lhe, o qual terá que ser definido, a montante da aplicação do regulamento, pelas entidades competentes (autoridades nacionais e/ou locais, através da implementação de programas de mitigação de risco sísmico ou de definições incorporadas nos Anexos Nacionais, ou, de forma voluntária, pelo dono de obra).

As exigências fundamentais de comportamento estão relacionadas com o nível de danos requerido para uma estrutura quando sujeita à acção de um sismo. O nível de danos é representado por um Estado Limite (LS – Limit State) e a acção sísmica de dimensionamento associada é definida através de uma probabilidade de ocorrência (ou, de forma equivalente, a um período de retorno).

No caso de estruturas existentes, a EN 1998-3:2005 apresenta três exigências fundamentais de desempenho associadas aos seguintes Estados Limite:

- Estado de Colapso Eminente (NC – Near Collapse) – A estrutura apresenta-se fortemente danificada, com resistência e rigidez residuais fracas, embora mantenha a capacidade de suportar cargas verticais. A maioria dos elementos não estruturais sofreu colapso. Observam -se deslocamentos relativos permanentes elevados. Acção sísmica: probabilidade de excedência de 2% em 50 anos equivalente a um período de retorno de 2475 anos.

- Estado de Danos Significativos (SD – Significant Damage) – A estrutura exibe danos significativos, com alguma resistência e alguma rigidez residuais, suportando, ainda, cargas verticais. Os elementos não estruturais encontram-se danificados, não se verificando, no entanto, colapso de paredes divisórias e de enchimento para fora do plano. Observam-se deslocamentos relativos permanentes moderados. É provável que a reparação da estrutura seja anti-económica. Acção

sísmica: probabilidade de excedência de 10% em 50 anos equivalente a um período de retorno de 475 anos.

- Estado de Limitação de Danos (DL – Damage Limitation) – A estrutura encontra-se ligeiramente

danificada, mantendo as suas características de resistência e rigidez. Os elementos não estruturais poderão apresentar fendilhação cuja reparação é fácil e económica. Não se observam deslocamentos relativos permanentes. Acção sísmica: probabilidade de excedência de 20% em 50 anos equivalente a um período de retorno de 225 anos.

A EN 1998-3: 2005 deixa para as Autoridades Nacionais a decisão relativa ao número e tipo de Estados Limite a serem verificados, bem como a acção sísmica a considerar para cada um deles na forma de diferentes períodos de retorno. Como referido pelo regulamento, os períodos de retorno associados aos três Estados Limite anteriormente mencionados representam valores que se considera garantirem uma protecção adequada para edifícios novos, sendo, portanto, indicativos. Como tal, estes valores poderão ser alterados atendendo às realidades técnica e econó mica dos edifícios existentes.

2.2.2 I

A avaliação sísmica dos edifícios existentes deve ser sustentada por informação obtida a partir de diferentes fontes: registos disponíveis, informação genérica que se considere relevante, inspecções e, na maioria das vezes, ensaios in-situ ou testes laboratoriais. Dever-se-á intersectar os dados provenientes de cada fonte no sentido de minimizar incertezas.

A informação de base deve dar resposta aos seguintes aspectos:

- Identificação do sistema estrutural e averiguação da sua conformidade com os critérios de regularidade presentes na EN 1998-1:2010. Esta informação deverá advir de inspecções no local ou de desenhos originais de projecto, caso ainda estejam disponíveis, com especial atenção a eventuais alterações estruturais posteriores à construção inicial e não registadas;

- Tipo de fundação e características do solo, atendendo à classificação presente no Quadro 3.1 da EN 1998-1:2010;

- Dimensões dos elementos estruturais e propriedades e estado de conservação dos materiais que os constituem;

- Eventuais defeitos dos materiais e pormenorização inadequada;

- Método de dimensionamento sísmico utilizado no projecto original (relacionado com o regulamento em vigor) e, caso se aplique, o coeficiente de comportamento adoptado;

- Descrição do tipo de utilização da estrutura, actual ou futura, e identificação da classe de importância, de acordo com o Quadro 4.3 da EN 1998-1:2010;

- Tipo e extensão de danos estruturais existentes, bem como reparações já realizadas.

Para além da informação anteriormente mencionada, a qual se aplica a todo o tipo de edifícios existentes, o Anexo A, da EN 1998-3: 2005, especifica alguns aspectos a ter em conta na recolha de informação que respeita aos edifícios de betão armado. No caso da geometria, os dados recolhidos deverão incluir: i) a identificação dos sistemas de resistência lateral em ambas as direcções; ii) a direcção do funcionamento de lajes unidireccionais; iii) a altura e a largura de vigas, pilares e paredes, bem como a largura do banzo de vigas em “T”; iv) possíveis excentricidades entre vigas e pilares nas ligações viga-pilar. Para o conhecimento dos detalhes, importa que a informação recolhida diga respeito a: i) quantidade de armadura longitudinal em vigas, pilares e paredes; ii) quantidade e pormenorização da armadura de confinamento em regiões críticas e nos nós; iii) quantidade de armadura de laje que contribui para o momento resistente negativo de vigas em “T”; iv) condições de suporte dos elementos horizontais; v) valor do recobrimento; vi) comprimento de emenda da amadura longitudinal. As propriedades dos materiais relevantes correspondem a: i) tensão de rotura do betão à compressão; ii) tensão de cedência, tensão última e extensão última do aço das armaduras.

A EN 1998-3: 2005 define três níveis de conhecimento, dependentes da quantidade e da qualidade da informação recolhida: Limitado (KL1); Normal (KL2) e Completo (KL3).

O nível de inspecções e ensaios, classificado em limitado, extenso ou abrangente (classificações associadas à determinação do nível de conhecimento), depende da percentagem de elementos estruturais cujos detalhes foram alvo de inspecção e do número de amostras de materiais estruturais ensaiadas, por piso (QUADRO 2.1). Os valores apresentados neste quadro correspondem aos mínimos recomendados pela EN1998-3:2005, devendo ser definidos no respectivo Anexo Nacional os valores a adoptar em cada país e as situações em que os mesmos deverão ser superiores.

QUADRO 2.1 - Níveis de inspecção e ensaios e requisitos mínimos recomendados para cada tipo de elemento estrutural primário (viga, pilar e parede) - EN1998-3:2005.

Nível de inspecção e ensaios

Inspecção (de detalhes) Ensaios (de materiais) Elementos cujos detalhes são

verificados [%] Amostras por piso

Limitado 20 1

Extenso 50 2

Abrangente 80 3

O nível de conhecimento, determinado pelo conhecimento disponível, ou adquirido, relativamente a aspectos como geometria (propriedades geométricas do sistema estrutural), detalhe (pormenorização de armaduras, ligações) e materiais (propriedades mecânicas dos materiais), condiciona a escolha do método de análise e do valor recomendado do factor de confiança (Confidence Factor – CF) a adoptar (QUADRO 2.2).

QUADRO 2.2 - Níveis de conhecimento e correspondentes métodos de análise e factores de confiança recomendados (EN 1998-3: 2005).

Nível de

Conhecimento Geometria Detalhe Materiais Análise CF

KL1 Desenhos originais de projecto e inspecção visual ou Inspecção completa Dimensionamento de acordo com a prática relevante e inspecções in-situ limitadas Valores de defeito (de acordo com as normas da época) e ensaios in-situ limitados Estática Linear; Modal por espectro de resposta 1,35 KL2 Desenhos originais incompletos associados a inspecções in-situ limitadas ou inspecções in-situ extensas Especificações originais e ensaios in-situ limitados ou ensaios in-situ extensos Todas 1,20 KL3 Desenhos originais associados a inspecções in-situ limitadas ou inspecções in-situ abrangentes Testes originais com ensaios in-situ limitados ou ensaios in-situ abrangentes

Todas 1,00

2.2.3 A

A avaliação é um procedimento quantitativo que permite verificar se a estrutura existente (danificada ou não) resiste à combinação sísmica de dimensionamento definida de acordo com a regulamentação em vigor. A EN 1998-3: 2005 preconiza a avaliação de edifícios individuais, com o objectivo de decidir sobre a necessidade de uma intervenção estrutural e, caso assim seja, definir as correspondentes medidas de reabilitação e reforço a implementar. Sempre que possível, a metodologia utilizada deverá ser apoiada por informação sobre o comportamento de edifícios do mes mo tipo ou de edifícios idênticos sujeitos a sismos anteriores.

2.2.3.1 MÉTODOS DE ANÁLISE

Os efeitos da acção sísmica combinados com as restantes acções (permanentes e variáveis), através da combinação da acção sísmica, podem ser avaliados recorrendo aos métodos de análise, lineares e não lineares, cujas definição e condições de aplicabilidade se encontram na EN 1998-1:2010: - Análise estática linear (forças laterais);