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UNIVERSIDADE FEDERAL DO PARANÁ
IAN CÉSAR AMOS ESTEVES
AVALIAÇÃO DAS ESTRUTURAS DE OBRAS DE ARTE ESPECIAIS POR
MÉTODOS DE ENSAIOS NÃO DESTRUTIVOS
CURITIBA
2016
IAN CÉSAR AMOS ESTEVES
AVALIAÇÃO DAS ESTRUTURAS DE OBRAS DE ARTE ESPECIAIS POR
MÉTODOS DE ENSAIOS NÃO DESTRUTIVOS
Trabalho Final de Curso apresentado como requisito parcial à conclusão do curso de Engenharia Civil da Universidade Federal do Paraná, para obtenção do título de Bacharel em Engenharia Civil. .
Orientador: Prof. Dr. Ronaldo Alves de Medeiros Junior
CURITIBA
2016
TERMO DE APROVAÇÃO
IAN CÉSAR AMOS ESTEVES
AVALIAÇÃO DAS ESTRUTURAS DE OBRAS DE ARTE ESPECIAIS POR
MÉTODOS DE ENSAIOS NÃO DESTRUTIVOS
Monografia apresentada em sessão pública em 09 de dezembro de 2016 como requisito parcial à obtenção do grau de Bacharel em Engenharia Civil no Curso de Engenharia Civil, Setor de Tecnologia, da Universidade Federal do Paraná (UFPR).
Orientador: Prof. Dr. Ronaldo Alves de Medeiros Junior Departamento de Construção Civil, UFPR
Profa. Dra. Nayara Soares Klein Departamento de Construção Civil, UFPR
Prof. Dr. Marcelo Henrique Farias de Medeiros
Departamento de Construção Civil, UFPR
Prof. Dr. Mauro Lacerda Santos Filho
Departamento de Construção Civil, UFPR
Curitiba, 09 de dezembro de 2016.
AGRADECIMENTOS
A Deus, por, dentre tantas outras graças, ter me cercado de pessoas especiais.
Às Trabalhadoras e aos Trabalhadores brasileiros, que, mesmo de forma
involuntária, com seu trabalho e contribuição, proporcionaram a mim e a tantos outros a
oportunidade de estudar em uma Universidade Pública de qualidade. Aos quais devo
meu comprometimento na construção de uma sociedade mais justa, responsável e
inclusiva.
Ao meu orientador, Professor Ronaldo Alves de Medeiros Junior, pela dedicação,
disponibilidade e compreensão.
Ao meu pai Paulo, por ter sido minha grande inspiração não só na escolha da
Engenharia Civil, mas também de caráter e empenho. A minha mãe Márcia, cuja força,
determinação e carinho foram essenciais no início e conclusão desta etapa e de tantas
outras ao longo da vida. Ao meu irmão, Igor, pelo companheirismo e pela amizade de
sempre.
A minha namorada Milena, por tornar a vida mais leve, por estar sempre disposta
a me ouvir e me acalmar e também pela paciência com a minha ausência.
Aos bons professores da Universidade Federal do Paraná, que se dedicam com
afinco em engrandecer essa Instituição e que são inspiradores.
Aos amigos que contribuíram para este trabalho. A Ingrid Giacomelli pela parceria
nesta empreitada. A Giovana Réus, Diego, Letícia, Gustavo, Giovana Rafaela e Heloíse
por terem se disponibilizado a participar dos ensaios em campo.
Aos amigos que fiz ao longo do curso, pelos momentos de descontração e pelos
momentos em que aprendemos juntos, fossem nos estudos ou trabalhos em grupo. A
Tiago e Gabriela que além de terem sido amigos muito atenciosos ao longo destes anos
de faculdade se dispuseram a dar sua ajuda para este trabalho.
Aos amigos do EMEA, por serem parte de um processo de aprendizado humano
e profissional grandioso para mim. Ao professor Mauro Lacerda Santos Filho. Aos
amigos das equipes 1 e 3, pelo acolhimento e por terem tornado agradáveis os
momentos de trabalho.
Às minhas avós Lourdes e Thereza, sempre dispostas a ajudar com tudo o que
têm ao alcance. Aos meus avôs Francisco (in memorian) e Adão (in memorian) que
deixaram ensinamentos valiosos e recordações únicas. Aos demais familiares e amigos
de família que acompanham os grandes momentos e estão sempre dispostos a
incentivar e torcer pelas minhas conquistas.
RESUMO
As pontes e viadutos são estruturas de alta importância social, econômica e ambiental, sobretudo em países de modal predominantemente rodoviário, como o Brasil. Sendo assim, seu mau funcionamento, ruína ou inutilização podem gerar grandes perdas e impactos. Isto torna essencial o acompanhamento das condições dessas estruturas, bem como a manutenção adequada das mesmas, tendo em vista não só a garantia das boas condições de uso, mas também a extensão de sua vida útil. Atualmente, com os avanços científicos e tecnológicos, métodos de ensaio não destrutivos têm sido desenvolvidos com a finalidade de trazer informações mais detalhadas acerca da qualidade do material de estruturas já construídas bem como da sua resposta à interação com os agentes deletérios do meio ambiente. A praticidade e viabilidade tem tornado esses métodos um bom complemento às inspeções rotineiras tradicionalmente visuais. Este trabalho buscou, através da realização de inspeção visual em conjunto com ensaios não destrutivos para quatro viadutos em concreto armado localizados em regiões industriais nos municípios de Curitiba e Araucária, analisar a aplicabilidade e compatibilidade entre os métodos empregados. Além disso, buscou-se a compreensão das manifestações patológicas observadas considerando a caracterização do material e a agressividade do ambiente. Os resultados obtidos evidenciaram a relevância dos processos de execução na qualidade final e durabilidade do concreto. Ressaltou-se também, a necessidade de medidas de manutenção de elementos complementares, como os de drenagem, para a preservação das estruturas frente à degradação. Além do mais, reafirmou-se a importância da periodicidade de inspeções, bem como se notou a colaboração dos ensaios não destrutivos para a avaliação do material das estruturas. Contudo, diante da variabilidade e sensibilidade de alguns dos resultados obtidos exige-se boa compreensão dos parâmetros mensurados e fatores intervenientes sobre eles, auxiliando assim para um controle mais apurado durante a execução dos ensaios.
Palavras-chave: Obras de arte especiais. Durabilidade do concreto. Ensaios
não destrutivos
LISTA DE ILUSTRAÇÕES
FIGURA 1 – DESEMPENHO DE SISTEMAS ESTRUTURAIS AO LONGO DO
TEMPO ..................................................................................................................... 17
FIGURA 2 – EVOLUÇÃO CONCEITUAL DO PROJETO DE ESTRUTURAS EM
CONCRETO ARMADO ............................................................................................. 18
FIGURA 3 – EFLORESCÊNCIAS E ESTALACTITES EM LAJES DE PONTES....... 25
FIGURA 4 – MANIFESTAÇÕES PATOLÓGICAS DECORRENTES DE RAA NA
PONTE PAULO GUERRA E EM UM EDIFÍCIO COMERCIAL EM RECIFE ............. 25
FIGURA 5 – EFEITOS DE DIFERENTES TEORES DE UMIDADE NA EXPANSÃO
POR RAS .................................................................................................................. 27
FIGURA 6 – REPRESENTAÇÃO DE UMA PILHA DE CORROSÃO EM CONCRETO
ARMADO................................................................................................................... 32
FIGURA 7 – PERFIS DE CLORETO EM AMOSTRAS DE CONCRETO EXPOSTAS
A ATMOSFERA MARÍTIMA POR 24 MESES ........................................................... 41
FIGURA 8 – FISSURA TÍPICA DE ASSENTAMENTO PLÁSTICO ........................... 44
FIGURA 9 – FISSURAS EM VIGAS POR FLEXÃO EM (a) E (b) E CISALHAMENTO
EM (c) ........................................................................................................................ 49
FIGURA 10 – OPERAÇÃO DO ESCLERÔMETRO DE REFLEXÃO ........................ 55
FIGURA 11 – DIAGRAMA ESQUEMÁTICO DO CIRCUITO DO EQUIPAMENTO DE
ENSAIO DE VPOU .................................................................................................... 58
FIGURA 12 – FORMAS DE DISPOSIÇÃO DOS TRANSDUTORES ........................ 60
FIGURA 13 – SOLUÇÕES DE FENOLFTALEÍNA E TIMOLFTALEÍNA ASPERGIDAS
EM UMA MESMA PEÇA DE CONCRETO ................................................................ 63
FIGURA 14 – ENSAIO DE RESISTIVIDADE DE QUATRO ELETRODOS ............... 66
FIGURA 15 – ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO ....................................... 70
FIGURA 16 – VIADUTO A1 (À ESQUERDA) E VIADUTO A2 (À DIREITA) ............. 74
FIGURA 17 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS
VIADUTOS A1 E A2 .................................................................................................. 75
FIGURA 18 – CROQUIS TIPO DE A1 E A2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b)
PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR ..................................................... 76
FIGURA 19 – VIADUTO B1 (a) E VIADUTO B2 (b) .................................................. 77
FIGURA 20 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS
VIADUTOS B1 E B2 .................................................................................................. 78
FIGURA 21 – CROQUIS TIPO DE B1 E B2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b)
PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR ..................................................... 79
FIGURA 22 – MÉDIAS CLIMATOLÓGICAS DE CURITIBA (1985-2015) ................. 81
FIGURA 23 – UMIDADE RELATIVA DO AR EM CURITIBA (1978-2016) ................ 81
FIGURA 24 – INSOLAÇÃO DIÁRIA EM CURITIBA (1978-2016) .............................. 82
FIGURA 25 – ROSAS DE VENTOS PREDOMINANTES NO PARANÁ ................... 82
FIGURA 26 – VELOCIDADES DO VENTO EM CURITIBA (1978-2016) .................. 83
FIGURA 27 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE ESCLEROMETRIA ............................. 85
FIGURA 28 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE VPOU .................................................. 87
FIGURA 29 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE RESISTIVIDADE ................................. 88
FIGURA 30 – LASCAMENTO DO CONCRETO E LIMPEZA DA REGIÃO DE
ASPERSÃO ............................................................................................................... 89
FIGURA 31 – ASPERSÃO DA SOLUÇÃO E MEDIÇÃO DA PROFUNDIDADE ....... 90
FIGURA 32 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO ............ 91
FIGURA 33 – INDICAÇÃO DE PONTOS DE ENSAIO NAS OAEs A1 E A2 ............. 92
FIGURA 34 – INDICAÇÃO DE PONTOS DE ENSAIO NAS OAEs B1 E B2 ............. 93
FIGURA 35 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO
DOS PILARES NOS VIADUTO A1 E A2 ................................................................. 103
FIGURA 36 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO
DOS PILARES NOS VIADUTO B1 E B2 ................................................................. 104
FIGURA 37 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs A1
E A2 ........................................................................................................................ 105
FIGURA 37 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs B1
E B2 ........................................................................................................................ 106
FIGURA 39 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A1 ...................... 108
FIGURA 40 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A2 ...................... 109
FIGURA 41 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B1 ...................... 109
FIGURA 42 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B2 ...................... 109
FIGURA 43 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO
PARA CADA VIADUTO ........................................................................................... 111
FIGURA 44 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO
SEPARANDO PILARES CENTRAIS E PILARES SOBRE TALUDES .................... 112
FIGURA 45 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A1 ............................ 116
FIGURA 46 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A2 ............................ 117
FIGURA 47 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B1 ............................ 117
FIGURA 48 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B2 ............................ 118
FIGURA 49 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL
DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2 ........................................................... 119
FIGURA 50 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL
DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2 ........................................................... 120
FIGURA 51 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL
DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1, A2, B1 E B2 ............................................... 120
LISTA DE TABELAS
TABELA 1 – CLASSES DE AGRESSIVIDADE AMBIENTAL .................................... 20
TABELA 2 – TEORES DE CLORETOS MÁXIMOS .................................................. 40
TABELA 3 – COEFICIENTES DE DIFUSÃO DE CLORETOS PARA DIFERENTES
COMPOSIÇÕES DE AGLOMERANTES .................................................................. 43
TABELA 4 – DETALHAMENTO DE FASES DE UMA AVALIAÇÃO DE ESTRUTURA
.................................................................................................................................. 51
TABELA 5 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA QUALIDADE DO CONCRETO EM
RELAÇÃO À VPOU ................................................................................................... 61
TABELA 6 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA RESISTIVIDADE SEGUNDO A
RILEM TC 154 ........................................................................................................... 68
TABELA 7 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DO POTENCIAL DE CORROSÃO ........ 71
TABELA 8 – TÍTULO DA TABELA ............................................................................ 92
TABELA 9 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO
A1 .............................................................................................................................. 94
TABELA 10 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO
A2 .............................................................................................................................. 95
TABELA 11 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO
B1 .............................................................................................................................. 96
TABELA 12 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO
B2 .............................................................................................................................. 97
FONTE: Autor (2016). ............................................................................................... 97
TABELA 13 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR
9452:2016 ................................................................................................................. 99
TABELA 14 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR
9452:2016 ............................................................................................................... 100
TABELA 15 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR
9452:2016 ............................................................................................................... 101
TABELA 16 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR
9452:2016 ............................................................................................................... 101
TABELA 17 – TABELA RESUMO DA CLASSIFICAÇÃO DOS VIADUTOS
ANALISADOS ......................................................................................................... 102
TABELA 18 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS ...................................................... 103
TABELA 19 – VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS
(m/s) ........................................................................................................................ 105
TABELA 20 – QUALIDADE DO CONCRETO DE ACORDO COM A BS EN 12504-
4:2000 ..................................................................................................................... 106
TABELA 21 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS A1 E A2 (mV) 108
TABELA 22 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS B1 E B2 (mV) 108
TABELA 23 – PROFUNDIDADES DE CARBONATAÇÃO MEDIDAS EM CAMPO 112
TABELA 24 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2 ............... 116
TABELA 24 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2 ............... 116
SUMÁRIO
1 INTRODUÇÃO ............................................................................................. 13
1.1 JUSTIFICATIVA............................................................................................ 14
1.2 OBJETIVOS ................................................................................................. 15
2 DURABILIDADE E VIDA ÚTIL..................................................................... 16
3 MECANISMOS DE DETERIORAÇÃO ......................................................... 22
3.1 LIXIVIAÇÃO E EFLORESCÊNCIAS ............................................................. 22
3.2 RELAÇÃO ÁLCALI-AGREGADO ................................................................. 25
3.3 ATAQUE POR SULFATOS .......................................................................... 29
3.4 CORROSÃO DAS ARMADURAS................................................................. 31
3.4.1 Carbonatação ............................................................................................... 34
3.4.2 Ataque por Cloretos ...................................................................................... 38
3.5 FISSURAÇÃO .............................................................................................. 43
3.5.1 Fissuras originadas do estado fresco ........................................................... 43
3.5.2 Fissuras originadas no estado endurecido ................................................... 45
4 AVALIAÇÃO DE ESTRUTURAS ................................................................. 50
4.1 INSPEÇÃO VISUAL ..................................................................................... 51
4.2 ENSAIO DE DUREZA SUPERFICIAL .......................................................... 54
4.2.1 Equipamento de ensaio ................................................................................ 54
4.2.2 Procedimento ............................................................................................... 55
4.2.3 Tratamento e análise de resultados.............................................................. 55
4.2.4 Fatores intervenientes .................................................................................. 56
4.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS DE ULTRASSOM ............. 57
4.3.1 Equipamento de ensaio ................................................................................ 57
4.3.2 Procedimento ............................................................................................... 58
4.3.3 Tratamento e análise dos resultados ............................................................ 60
4.3.4 Fatores intervenientes .................................................................................. 61
4.4 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO .................................................... 62
4.4.1 Material de ensaio ........................................................................................ 62
4.4.2 Procedimento ............................................................................................... 63
4.4.3 Tratamento e análise de resultados.............................................................. 64
4.5 RESISTIVIDADE DO CONCRETO ............................................................... 64
4.5.1 Equipamento de ensaio ................................................................................ 65
4.5.2 Procedimento ............................................................................................... 66
4.5.3 Tratamento e análise de resultados.............................................................. 67
4.5.4 Fatores intervenientes .................................................................................. 68
4.6 POTENCIAL DE CORROSÃO ..................................................................... 68
4.6.1 Equipamentos de ensaio .............................................................................. 69
4.6.2 Procedimento ............................................................................................... 70
4.6.3 Tratamento e análise de resultados.............................................................. 71
4.6.4 Fatores intervenientes .................................................................................. 71
5 MATERIAIS E MÉTODOS ........................................................................... 73
5.1 MATERIAIS .................................................................................................. 73
5.1.1 Viadutos A1 e A2 .......................................................................................... 73
5.1.2 Viadutos B1 e B2 .......................................................................................... 77
5.1.3 INFORMAÇÕES DE MACROCLIMA ............................................................ 80
5.2 MÉTODOS ................................................................................................... 83
5.2.1 Inspeção Visual ............................................................................................ 83
5.2.2 Escolha dos ensaios ..................................................................................... 84
5.2.3 Esclerometria ................................................................................................ 84
5.2.4 Velocidade de propagação de ondas ultrassônicas...................................... 86
5.2.5 Resistividade do Concreto ............................................................................ 87
5.2.6 Profundidade de Carbonatação .................................................................... 88
5.2.7 Potencial de corrosão ................................................................................... 90
5.2.8 RESUMO DOS PONTOS DE ENSAIO ......................................................... 91
6 RESULTADOS ............................................................................................. 94
6.1 INSPEÇÃO VISUAL ..................................................................................... 94
6.1.1 Discussão da inspeção visual ....................................................................... 97
6.1.2 Avaliação segundo os critérios da NBR 9452:2016 ...................................... 99
6.2 ESCLEROMETRIA ..................................................................................... 102
6.2.1 Discussão dos resultados de Esclerometria ............................................... 104
6.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS ......... 105
6.3.1 Discussão dos resultados de VPOU ........................................................... 106
6.4 RESISTIVIDADE ........................................................................................ 108
6.4.1 Discussão dos resultados de Resistividade ................................................ 110
6.5 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO .................................................. 112
6.5.1 Discussão dos resultados de carbonatação ............................................... 114
6.6 POTENCIAL DE CORROSÃO ................................................................... 116
6.6.1 Discussão dos resultados de potencial de corrosão ................................... 118
7 CONCLUSÃO............................................................................................. 122
REFERÊNCIAS ....................................................................................................... 126
ANEXO A - CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO SEGUNDO A NBR 9452:2016 ............ 133
ANEXO C – ANOMALIAS A VERIFICAR EM CAMPO (EMEA / SGO DNIT) ........ 142
ANEXO D – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE A1 ..................... 144
ANEXO E – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE A2 ...................... 151
ANEXO F – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE B1 ...................... 156
ANEXO G – FOTOS DE ANOMALIAS VERIFICADAS NA OAE B2 ..................... 159
13
1 INTRODUÇÃO
A história mostra que a construção de pontes, mesmo que rudimentares e de
forma intuitiva, para a transposição de obstáculos é uma atividade já realizada desde
a antiguidade, quando não havia mesmo teoria para guiar sua concepção. À medida
que a civilização avançou, as pontes tornaram-se mais sofisticadas, grandiosas,
resistentes e duráveis, num claro processo de evolução, dento da qual surgem
também os viadutos. Duas fases são bastante marcantes na evolução tecnológica
das pontes: a primeira dominada por arcos romanos, geralmente construídos em
pedra ou madeira, durou até o final do século XVII, quando se inicia uma segunda
fase, a Contemporânea, que se impulsiona a partir da comercialização acessível do
aço na metade do século XIX. Daí em diante desenvolvem-se as pontes e viadutos
em concreto armado e protendido, em vigas, pênseis, estaiados e todos os outros
métodos construtivos pelos quais se concebem as estruturas de pontes e viadutos
na atualidade. (TANG, 2007).
No Brasil, até meados de 1940, acreditava-se que as Obras de Arte Especiais
(OAEs) de concreto armado dispensavam cuidados de manutenção e, por muito
tempo, este argumento foi utilizado para dar preferência à construção de pontes e
viadutos com concreto armado ao invés de aço. De fato, as estruturas de aço
requerem mais ações de conservação, contudo, a prática mostrou que o concreto
armado também se deteriora e, ao contrário das estruturas metálicas, isto se torna
aparente em estágios mais avançados de degradação, fazendo que as medidas
corretivas sejam, geralmente, complexas e onerosas. (VASCONCELOS, 2002).
Assim sendo, a durabilidade mostra-se um parâmetro importante na concepção e
projeto das estruturas de OAEs em concreto armado.
Os métodos de testes relacionados à durabilidade e integridade do concreto
em suplemento às análises visuais e aos já adotados testes com corpos de prova
fora de campo, passaram a ser objeto de atenção diante da insuficiência, em alguns
casos, das normas internacionais e dos materiais em garantir o desempenho
esperado ao longo do seu ciclo de vida. Desde os anos 1960, quando esse interesse
aumentou consideravelmente, até então, avanços significativos têm sido observados
em técnicas, equipamentos e metodologia de ensaios não destrutivos em campo.
(BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
14
1.1 JUSTIFICATIVA
A compreensão da durabilidade das estruturas de concreto armado e
protendido pode ser vista como fundamental quando se pretende avaliar o
comportamento do concreto em longo prazo, evitar o comprometimento precoce do
uso de estruturas por manifestações patológicas e auxiliar no manejo responsável
de recursos atentando a aspectos sociais, econômicos e ambientais, próprio da
prática da boa Engenharia. (MEDEIROS, ANDRADE e HELENE, 2011).
Em relatório apresentado em 2011, o Tribunal de Contas da União
contabilizou, apenas em rodovias federais não concedidas, cerca de 4500 Obras de
Arte Especiais, estimando que estas corresponderiam a um patrimônio nacional da
ordem de R$ 13 bilhões. À época, o documento afirmou que o Departamento
Nacional de Infraestrutura de Transportes (DNIT) possuía informações quantitativas
em relação às pontes e viadutos sob sua administração, contudo o exercício
adequado do gerenciamento das OAEs mostrava-se limitado pela insuficiência de
dados que indicassem a qualidade dessas estruturas, tanto que, até aquele
momento, apenas cinco das 139 OAEs identificadas como precárias pelo
departamento em 2004 haviam sofrido intervenção. (TCU, 2011).
Outro fato inegável é a função social e econômica de Obras de Arte Especiais
num país cuja matriz de transporte é predominantemente baseada no modal
rodoviário como o Brasil. Em uma série de sete reportagens denominada Pontes
para o Atraso, Vaz e Amador (2016) abordam os impactos socioeconômicos gerados
pelo mau funcionamento e colapsos de pontes brasileiras após terem percorrido 14
mil quilômetros de rodovias públicas. Os textos relatam múltiplos casos de acidentes
envolvendo perdas humanas além de demonstrar a limitação econômica causada a
municípios e vilarejos interioranos prejudicando o abastecimento e escoamento de
produtos e bens de consumo e também o turismo regional. Diante da ausência de
dados estatísticos que demonstrem a importância socioeconômica das pontes e
viadutos no Brasil, este conjunto jornalístico chama atenção da população e do meio
técnico para a necessidade de políticas públicas de atenção à construção e
manutenção das OAEs brasileiras. Neste contexto, o conhecimento dos mecanismos
de deterioração e das formas de monitorá-los são ferramentas poderosas na
prevenção de impactos e despesas e até mesmo perdas humanas gerados pela
ruína ou precariedade de estruturas de concreto armado de pontes e viadutos.
15
1.2 OBJETIVOS
Este trabalho consiste na realização de avaliação das estruturas em
concreto armado de quatro viadutos, localizados em rodovias federais nos
municípios de Curitiba e Araucária, pela qual se buscou analisar a complementação
de inspeções rotineiras comumente visuais com o emprego de ensaios não
destrutivos, atentando para a aplicabilidade e concordância destes com as
anomalias observadas. Além disto, pretende-se, através de parâmetros obtidos por
inspeção e ensaios, contribuir para a compreensão dos mecanismos deletérios
atuantes sobre os viadutos estudados, observando de que forma e com que
intensidade fatores relacionados ao meio ambiente, qualidade de execução da
estrutura e eficiência de sistemas compementares, como a drenagem, contribuem
para o desenvolvimento desses mecanismos.
16
2 DURABILIDADE E VIDA ÚTIL
Nenhum material é definitivamente durável, uma vez que a microestrutura e,
consequentemente, as características dos materiais são alteradas ao longo do
tempo como resultado da interação com o ambiente. Não sendo durável, o tempo
pelo qual a utilização de qualquer material pode ser considerada segura e
economicamente viável é limitado, surgindo daí o conceito de vida útil. (MEHTA e
MONTEIRO, 2014).
Na normativa brasileira relacionada às estruturas de concreto, o conceito de
durabilidade é definido pela NBR 6118:2014 como a “capacidade da estrutura resistir
às influências ambientais previstas e definidas em conjunto pelo autor do projeto
estrutural e o contratante, no início dos trabalhos de elaboração do projeto”. Além
disso, a norma destaca que o projeto e execução das estruturas deve garantir a
manutenção da segurança, estabilidade e capacidade de atender às solicitações
diante do uso condizente ao definido em projeto e das condições ambientais a que
será submetida ao longo de sua vida útil. Esta conceituação somente foi incorporada
às norma brasileiras a partir de 2003, tardiamente, segundo Medeiros, Andrade e
Helene (2011), haja visto que já em 1984 a norma ISO 6421 relacionada a padrões
de desempenho para edifícios reconhecia a durabilidade como uma necessidade do
usuário.
Ribeiro (2014) afirma que apesar da grande associação entre vida útil e
durabilidade, há diferenças conceituais entre os dois termos, o que pode gerar
grande confusão ao defini-los e distingui-los. A norma ISO 13823:2008 define vida
útil como “o período efetivo de tempo durante o qual uma estrutura ou qualquer de
seus componentes satisfazem os requisitos de desempenho do projeto, sem ações
imprevistas de manutenção ou reparo”. Já a norma brasileira NBR 6118 dá
definições para o conceito de vida útil de projeto, com abordagem voltada à
manutenção das características das estruturas de concreto, e não a um
desempenho mínimo, como apontado pela ISO 13823:2008, aparentando ser,
assim, uma definição mais genérica, por não considerar o natural e inevitável
decaimento das propriedades dos materiais.
Adicionalmente, a norma NBR 15575-2:2013 estabelece requisitos de
desempenho das estruturas de edifícios e os critérios para avaliá-los. Alguns
17
exemplos das exigências de desempenho contidas na norma são: segurança
estrutural, estabilidade e resistência do sistema, limitação de deformações e estados
de fissuras, resistência a impactos e, inclusive, a própria durabilidade. Contudo a
norma não explicita limites quantitativos para manifestações patológicas como
fissuras por corrosão, expansões por reação álcali-agregado, manchas e outras.
Tais deficiências nas normas nacionais foram apontadas por Medeiros, Andrade e
Helene (2011) antes mesmo da mais recente atualização da NBR 15575:2013.
Segundo os autores, a aplicação prática dos conceitos de durabilidade e vida útil
ainda é dependente do subjetivismo das partes envolvidas. A Figura 1 demonstra o
conceito de vida útil abordado na NBR 15575:2013.
FIGURA 1 – DESEMPENHO DE SISTEMAS ESTRUTURAIS AO LONGO DO TEMPO
FONTE: ABNT NBR 15575-2 (2013).
Por um longo tempo, desde seu início e difusão, as estruturas de concreto
armado eram desenvolvidas a partir do bom senso e experiência dos profissionais
envolvidos em sua execução, sendo a resistência o único parâmetro considerado.
Contudo, a consideração exclusiva deste parâmetro passou a ser insuficiente com a
introdução de novos materiais e procedimentos de cálculo aplicados a diversas
condições de agressividade ambiental; portanto, passou-se a considerar também a
durabilidade para o atendimento às exigências de projeto. Em seguida a
durabilidade passou a ser associada ao comportamento das estruturas e materiais
em uso, o chamado desempenho. Mais adiante, a atenção à vida útil surge diante da
18
necessidade de inclusão da variável tempo aos projetos. Os conceitos de custo de
ciclo de vida e sustentabilidade, inseridos mais recentemente, são resultados da
imposição de mudanças na concepção das estruturas impulsionadas por fatores
como competitividade e meio ambiente. (POSSAN, 2010). Esta evolução das
considerações de projeto ao longo do tempo é apresentada na Figura 2.
FIGURA 2 – EVOLUÇÃO CONCEITUAL DO PROJETO DE ESTRUTURAS EM CONCRETO ARMADO
FONTE: Possan (2010).
No mesmo contexto, Mehta e Monteiro (2014) afirmam que, atualmente, as
características a favor da extensão da vida útil das estruturas tornaram-se tão
importantes quanto as propriedades mecânicas e o custo inicial na tomada de
decisão pelos projetistas. Atribuindo isto a uma maior percepção acerca das
implicações socioeconômicas que permeiam a durabilidade das estruturas, uma vez
que os custos de reparo e substituição passaram a ser contabilizados no custo total
de uma obra. Os autores ainda evidenciam uma notável relação entre materiais mais
duráveis à sustentabilidade, uma vez que materiais duradouros evitam o dispêndio
de mais recursos naturais.
Avanços substanciais acerca da durabilidade das estruturas em concreto
armado foram observados nas últimas três décadas, frutos dos avanços no
conhecimento da interação de líquidos e gases agressivos com os meios porosos
que tornaram possível o desenvolvimento de modelos matemáticos que pudessem
prever e quantificar a deterioração em função do tempo associando mecanismos de
transporte, ambiente, material e demais fatores influentes. (MEDEIROS, ANDRADE
e HELENE, 2011).
19
Neville (2015) destaca a relação entre durabilidade e a facilidade de ingresso
e transporte de fluidos no interior do concreto, sendo a água, o gás carbônico e o
oxigênio os mais relevantes. A movimentação desses fluidos através do concreto é
diretamente influenciada pelo volume, configuração e interconectividade dos poros
da pasta de cimento. Como amplamente difundido, o aumento da relação
água/cimento (a/c) produz concretos com estruturas de poros mais favoráveis ao
escoamento, sucção e difusão de gases e líquidos. Tendo isso em vista, e
objetivando preservar a durabilidade das estruturas de concreto, a norma NBR
6118:2014 estabelece relações a/c máximas para o concreto, considerando a classe
de agressividade ambiental em que a estrutura se encontra.
Dentre os fluidos que interagem com as estruturas de concreto, a água pode
ser vista como o principal agente de deterioração. Primeiramente, por ser, em seus
diversos estados, abundante na natureza. Soma-se a isto, o fato de a água ser
composta por moléculas pequenas, o que facilita sua penetração pelo concreto.
Chama atenção também, sua alta capacidade de dissolução, o que justifica a
presença de diversos íons e gases dissolvidos, que são fundamentais para
determinados mecanismos de degradação do concreto. Outra propriedade bastante
notável nesse aspecto é o alto calor de evaporação da água em comparação aos
demais líquidos comuns, tendendo a manter-se em estado líquido quando em
condições normais de temperatura. A variação volumétrica da água no interior dos
poros devido a mudanças de seu estado físico, como o congelamento e a
evaporação rápida, também são grandes ameaças à integridade do concreto.
Portanto, é aconselhável que o ingresso e movimentação de água, bem como sua
permanência nos poros, sejam evitados sempre que possível. (MEHTA e
MONTEIRO, 2014).
Outro fator essencial a ser considerado na concepção das estruturas de forma
a favorecer sua durabilidade é a agressividade ambiental do meio em que ela está
inserida. Este fator, segundo a NBR 6118:2014, diz respeito a ações físicas e
químicas que atuam sobre a estrutura, independente de ações mecânicas de cargas
e variações volumétricas de origem térmica e retração hidráulica ou de outras ações
já previstas no dimensionamento das estruturas de concreto. Baseada nisso, a partir
de 2003, a norma estabeleceu quatro classes de agressividade ambiental (Tabela 1)
que são determinantes para a definição de valores mínimos para espessura de
20
cobrimento de armadura e resistência do concreto empregado, além de uma relação
a/c máxima na dosagem do concreto.
TABELA 1 – CLASSES DE AGRESSIVIDADE AMBIENTAL
Classe Agressividade Tipo de ambiente Risco de deterioração
I Fraca Rural
Insignificante Submersa
II Moderada Urbana(1),(2)
Pequeno
III Forte Marinha
(1)
Grande Industrial
(1),(2)
IV Muito Forte Industrial
(1),(3)
Elevado Respingos de maré
(1) Pode-se admitir um microclima com classe de agessividade mais branda para ambientes internossecos. (2) Pode-se admitir uma classe de agressividade mais branda em obras em regiões de clima seco com UR ≤ 65%, partes da estruturas protegdas da chuva em ambientes predominantemente secos ou regiões onde chove raramente. (3) Ambientes quimicamente agressivos.
FONTE: ABNT NBR 6118 (2014).
Ainda em função da agressividade ambiental, a norma NBR 6118:2014 é
complementada pela norma NBR 12655:2015 na qual é especificado consumo
mínimo de cimento e são reconhecidos ambientes extremos apontando a
necessidade de requisitos mais rigorosos para a relação a/c máxima e resistência à
compressão mínima para esses ambientes. Ao serem comparadas à normalização
internacional, é possível verificar que as normas brasileiras contam com uma
quantidade reduzida de classes ambientais. Um exemplo disso é a norma europeia
EN 206 1 de 2007, que associa as características ambientais com agentes
agressivos predominantes, totalizando 17 classes de exposição. (LIMA, 2014).
Quando se trata de estruturas de concreto, o favorecimento à durabilidade
requer ação coordenada envolvendo todas as fases do processo construtivo,
trazendo um enfoque holístico, sistêmico e abrangente, por equipes
multidisciplinares que trabalhem na concepção da estrutura, planejamento e projeto,
determinação de materiais e componentes, execução e, sobretudo, no uso ao longo
do ciclo de vida. É importante também que, para o entendimento das ameaças à
durabilidade de uma estrutura, se lance uma visão global sobre as várias partes que
a constituem, uma vez que há entre elas um efeito sinérgico em que um mecanismo
de deterioração contribui para a ocorrência de outro. Um forte indício disso é que o
contato da armadura com seus agentes agressivos é intensificado quando a
21
proteção física e química oferecida pelo cobrimento de concreto é comprometida por
agentes deletérios ao próprio concreto. (MEDEIROS, ANDRADE e HELENE, 2011).
22
3 MECANISMOS DE DETERIORAÇÃO
A NBR 6118:2014 apresenta em sua seção 6.3 os principais mecanismos de
deterioração e envelhecimento que devem ser considerados para o projeto de
estruturas de concreto armado. Pela norma, os mecanismos preponderantes são
divididos em três tipos: relativos ao concreto, relativos ao aço e relativos à estrutura
propriamente dita. As causas de decaimento da qualidade relativas ao concreto são,
segundo a norma, a lixiviação, a expansão por ataque por sulfatos, e a reação álcali-
agregado. Já em relação à armadura, os mecanismos abordados estão relacionados
à corrosão, citando o ataque por cloretos e a carbonatação, causas da perda de
passivação das armaduras. Por último, a norma cita a deterioração “proveniente de
ações mecânicas, movimentações de origem térmica, impactos, ações cíclicas,
retração, fluência e relaxação, bem como as diversas ações que atuam sobre a
estrutura”. Neste capítulo, serão apresentados com mais profundidade maior parte
desses mecanismos e manifestações patológicas descritos pela norma.
3.1 LIXIVIAÇÃO E EFLORESCÊNCIAS
Ao contrário das águas provenientes de subsolos, rios e lagos, as águas
provenientes de precipitações, evaporação e condensação de neblina contêm teores
muito baixos ou até nulos de íons de cálcio dissolvido. Quando em contato com o
concreto, essas águas tendem a dissolver e hidrolisar componentes da pasta de
cimento que contenham cálcio. Este processo atinge principalmente a portlandita
[Ca(OH)2], por sua alta solubilidade na água pura, que pode chegar até a 1230 mg/L.
A hidrólise costuma ser interrompida assim que a solução de contato atinge o
equilíbrio químico, porém, em situações onde a água é corrente ou de infiltração
sobre pressão, o processo torna-se contínuo podendo em situações mais criticas
atingir os silicatos de cálcio hidratados. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).
Ao analisar a água percolada por corpos de prova de concreto do tipo
compactado a rolo submetido à lixiviação acelerada por água deionizada ao longo
de quatro meses, Jorge et al. (2001) observaram que, nos primeiros dias do ensaio,
a água continha maiores teores de sódio e potássio, o que indica que em uma
primeira fase houve a remoção da solução intersticial e não a dissolução dos
produtos sólidos da pasta de cimento. Em seguida, os pesquisadores notaram
23
aumento da concentração de cálcio na solução, o que demonstra a dissolução de
hidróxido de cálcio da pasta. Nos dias posteriores, foi apontado que a concentração
de sílica passou a crescer em conjunto com a concentração de cálcio, o que,
segundo os pesquisadores, evidencia a ocorrência da dissolução dos silicatos de
cálcio hidratados em estágios mais avançados, uma vez que, devido à lixiviação do
CH, esses componentes ficaram mais expostos à ação da água percolante. O
trabalho também aponta para a existência de ciclos de lixiviação, repetindo, assim
que uma camada é totalmente desgastada, a sequência de ataque iniciada nos
hidróxidos de cálcio, seguido do ataque aos silicatos e aluminatos hidratados.
Diversas pesquisas apontam para os efeitos deletérios da lixiviação. Ao
aplicar diferentes métodos de aceleração de lixiviação do concreto, Saito e Deguchi
(2000), Stora et al. (2009) e Phung et al. (2016) observaram mudanças significativas
na dinâmica de transporte de fluidos no interior da pasta de cimento lixiviada.
Havendo aumento acentuado na permeabilidade e, em menor escala, na
difusividade no interior da pasta. Essa atividade deletéria é atribuída ao aumento do
volume de poros e de sua interconectividade originado na percolação de água e
carreamento de íons de cálcio provenientes do hidróxido de cálcio em um primeiro
momento, seguido posteriormente pela decalcificação dos cristais de C-S-H. Outros
efeitos observados pelos pesquisadores foram a perda de massa, diminuição da
densidade e aparecimento de microfissuras ocasionadas pela retração por
decalcificação.
A lixiviação também é responsável pela piora de características mecânicas da
pasta de cimento atingida. Stora et al. (2009) notaram uma redução de até 80% no
módulo de elasticidade de pastas de cimento com alto grau de decalcificação. Saito
e Deguchi (2000) observaram redução de resistência à compressão variando entre
20% e 60% em corpos de prova de argamassa degradados por lixiviação acelerada
comparados a corpos de prova não atingidos pela lixiviação. Em seus experimentos,
Jorge et al. (2001) apontam decréscimo de, em média, 18,5% da resistência à
compressão de corpos de prova de concreto submetidos à lixiviação.
O uso de adições em substituição ao cimento mostra-se eficiente na redução
dos efeitos deletérios da lixiviação. Saito e Deguchi (2000) notaram menores
prejuízos ao desempenho de argamassas contendo adições pozolânicas e Jorge et
al. (2001) constataram que a substituição de parte do cimento por sílica ativa na
produção de corpos de prova de concreto conferia mais resistência ao ataque da
24
água percolante. Os primeiros atribuem a melhora à reação com a portlandita,
resultando em silicatos de cálcio hidratados, enquanto a sílica ativa nos
experimentos de Jorge et al. (2001) mostrou-se eficiente por sua finura elevada,
associada também ao efeito pozolânico. Para ambos, a pasta de cimento obtida com
o uso de adições mostrou-se mais densa, menos porosa e, por consequência,
menos permeável.
Além da perda de resistência, a lixiviação propicia o surgimento de manchas
esbranquiçadas no concreto atingido como resultado da precipitação de carbonato
de cálcio a partir da reação dos íons de cálcio carreados à superfície com o gás
carbônico do ar atmosférico. Apesar de as manchas em si não causarem danos ao
concreto, as eflorescências são esteticamente indesejadas. (MEHTA E MONTEIRO,
2014).
Com a finalidade de evitar e mitigar o efeito das eflorescências nos casos
onde a lixiviação não pode ser evitada com o uso de concretos menos porosos,
como estruturas submetidas ao efeito de gelo e degelo, recomenda-se, além de
cimentos de coloração mais clara, o uso de cimentos com menores concentrações
de álcalis. De acordo com Dow e Glasser (2003), apesar de reduzir levemente a
solubilidade da portlandita, a alta concentração de íons alcalinos na solução
percolante aumenta em proporções mais significativas a dissolução do dióxido de
carbono quando a solução chega à superfície, acelerando as reações causadoras
dos depósitos de carbonato de cálcio.
Em elementos estruturais horizontais, sobretudo lajes, o gotejamento
intermitente da solução percolada, associada à lixiviação dos componentes da pasta
cimentícia, podem levar à formação de estalactites, resultado da solidificação e
sobreposição de sais acompanhando o gotejamento da solução o que as confere
formato de agulha. A ocorrência dessas manifestações patológicas é observada
principalmente abaixo de fissuras e nichos de concretagem, uma vez que nesses
casos há maior percolação de água em consequência da maior permeabilidade
ocasionada por essas falhas. A Figura 3 mostra exemplos de eflorescências e
estalactites observadas na superfície inferior de tabuleiros de pontes.
25
FIGURA 3 – EFLORESCÊNCIAS E ESTALACTITES EM LAJES DE PONTES
FONTE: Acervo do Escritório Modelo de Engenharia Civil da UFPR (2016).
3.2 RELAÇÃO ÁLCALI-AGREGADO
A Reação Álcali-Agregado (RAA) consiste em uma reação química que
envolve os hidróxidos alcalinos dissolvidos na solução intersticial e determinados
minerais que compõem os agregados empregados na produção do concreto. Por
gerar produto expansivo, essa reação é extremamente prejudicial aos elementos
estruturais acometidos, sendo notada, na superfície, fissuração irregular
acompanhada de descoloração do concreto em sua proximidade e, em alguns
casos, exsudação de gel sílico-alcalino (PAULON, 1981). A figura 4 apresenta
alguns exemplos de ocorrência da RAA.
FIGURA 4 – MANIFESTAÇÕES PATOLÓGICAS DECORRENTES DE RAA NA PONTE PAULO GUERRA E EM UM EDIFÍCIO COMERCIAL EM RECIFE
FONTE: Gomes (2008).
26
Este mecanismo deletério pode ser classificado de acordo com o mineral
proveniente do agregado envolvido na reação, podendo esta ser álcali-carbonato,
álcali-sílica ou álcali-silicato. Dentre as três, a mais comum e estudada
mundialmente é a Reação Álcali-Sílica (RAS), que ocorre quando os hidróxidos
alcalinos da solução intersticial do concreto atacam materiais silicosos reativos de
agregados como a opala, a calcedônia e a tridimita. O produto desta reação é um
gel álcali silicato que se localiza nos planos de clivagem ou nos poros dos
agregados. Tal gel prejudica a aderência entre o agregado e a pasta de cimento,
além de ser altamente expansivo ao absorver água, o que gera pressões internas e
consequentemente fissuras no concreto. (NEVILLE, 2015).
De forma muito semelhante, as hidroxilas dos álcalis reagem também com
silicatos presentes em rochas como argilitos, siltitos, folhelhos argilosos, grauvacas,
gnaisses, quartzitos e granitos. Esta reação é nomeada álcali-silicato, ou mesmo
ácali-sílica na visão de alguns pesquisadores. Ela se diferencia da anterior por
ocorrer a velocidades mais lentas, uma vez que os minerais reativos se encontram
mais disseminados na matriz e tem também a presença de quartzo deformado.
Valduga (2002) afirma que este é o tipo de reação álcali agregado mais recorrente
no Brasil devido ao uso de rochas quartzo feldspáticas na construção de muitas
barragens ao longo do país. A pesquisadora destaca também o pouco
esclarecimento acerca desta reação, o que torna de suma importância sua distinção
das demais e o maior afinco nos estudos relacionados.
Quando empregados determinados agregados carbonáticos contendo calcário
dolomítico e impurezas argilosas, há a possibilidade de ocorrência da reação destes
com a hidroxila dos álcalis, no processo denominado Reação Álcali-Carbonato
(RAC). Diferente do que ocorre nos outros tipos, não há formação de gel como
produto desta reação, sendo que atualmente, esses mecanismos de expansão são
alvo de discussões, havendo até mesmo a dúvidas se a reação em si é deletéria.
Grattan Bellew et al. (2010) afirmam que a reação álcali-carbonato pode ser
considerada apenas uma variante da RAS.
Basicamente, a ocorrência da RAA depende da potencialidade reativa do
agregado empregado, do volume de álcalis disponível e do contato constante do
concreto com a umidade. Sendo assim, os principais fatores intervenientes do
concreto estão diretamente ligados à contribuição ou não com estas condições
27
iniciais, como as características do agregado, a umidade e temperatura do ambiente
e o uso de adições e aditivos. (HASPARYK, 2011).
Além da reatividade propriamente dita, o tamanho dos grãos do agregado e a
porcentagem de agregado reativo também têm efeitos na dimensão dos danos da
RAA. Ao realizar testes com barras de argamassa contendo diferentes agregados
reativos, Binal (2015) observou maiores expansões em partículas finas, com
diâmetro em torno de 0,15 a 0,30 mm. Ao variar as proporções de agregado reativo
no total do agregado empregado nas argamassas, o pesquisador concluiu que a
proporção crítica varia significativamente em relação à origem do agregado, sendo
que o teor péssimo não ocorre com as maiores proporções.
A umidade tem papel importante tanto para a ocorrência da reação quanto
para a expansão do gel de sílica. Figuerôa e Andrade (2007) afirmam que a RAA
apresenta danos ao concreto em umidades relativas acima de 80%, sendo que
abaixo desse valor a formação do gel também pode ocorrer, porém a expansão não
é significativa. Isso explica por que a reação álcali agregado se manifesta
principalmente em obras hidráulicas como barragens e fundações que estão em
contato constante com a umidade. Complementarmente, Foray et al. (2004) citados
em Silva (2007), demonstraram expansões mais significativas a concretos mais
próximos à saturação, como pode ser apreciado na Figura 5.
FIGURA 5 – EFEITOS DE DIFERENTES TEORES DE UMIDADE NA EXPANSÃO POR RAS
FONTE: Foray et al. (2004) adaptado por Silva (2007).
Quando se trata de composição do aglomerante, os fatores mais importantes
a se observar são o teor de álcalis e as adições. Mehta e Monteiro (2014) afirmam
28
que, para concretos com consumo de cimento convencionais, dificilmente se
observa expansão deletéria quando o cimento utilizado possui teor de Na2O
equivalente igual ou inferior a 0,6%. mesmo com a utilização de agregados reativos.
Segundo os autores, o mesmo não é observado para concretos com alto consumo
de cimento, sendo para estes mais correto observar o teor total de álcalis do
concreto, que deixa de ser nocivo em concentrações abaixo de 3 kg/m³.
Tratando-se de características mecânicas do concreto, pode-se afirmar que a
RAA age de forma altamente nociva, prejudicando a resistência e a elasticidade do
material. Através da execução de ensaios de resistência à compressão e à tração
com compressão diametral e de velocidade de propagação de ondas ultrassônicas
em testemunhos extraídos de blocos de fundação comprovadamente atingidos pela
RAA, Pires Sobrinho (2012) observou valores de resistência à compressão e à
tração abaixo do esperado, além de uma diminuição significativa no módulo de
elasticidade do concreto. Essas ações deletérias podem ser atribuídas à
microfissuração gerada internamente pelas pressões de expansão dos produtos da
RAA. Islam e Ghafoori (2015) também observaram redução significativa na
resistência à compressão em barras de argamassa produzidas com agregado
reativo a partir de estágios mais avançados nos quais houve desenvolvimento de
fissuras e altos índices de expansão.
Na mesma linha, Huang et al. (2014) analisaram dados obtidos por sensores
instalados em corpos de prova de grande dimensão simulando pilares de pontes
acometidos pela RAA, com a finalidade de desenvolver um modelo probabilístico
para avaliação da aderência entre o aço da armadura e o concreto deteriorado pela
RAA. Concluiu-se que inicialmente há o aumento da aderência, a qual é favorecida
pelo aumento do confinamento causado pela expansão dos produtos da RAA, porém
com o passar do tempo esta aderência é prejudicada com o aumento no quadro de
fissuração.
Devido aos efeitos altamente nocivos da RAA, a norma brasileira ABNT NBR
15577:2008 aborda critérios para a avaliação do mecanismo deletério, atuando
desde a escolha dos agregados até o desenvolvimento de ensaios que determinam
a reatividade dos agregados e seu comportamento quando associada à pasta
cimentícia contendo adições ou não. Esta norma contém seis partes, sendo a
primeira referente a requisitos necessários para o emprego de agregados em
concreto, a segunda refere-se à amostragem representativa para agregados tanto
29
em quantidade quanto em tempo, enquanto as demais partes descrevem métodos
laboratoriais de avaliação da potencialidade reativa dos agregados.
3.3 ATAQUE POR SULFATOS
Os sais de sulfato não são substâncias raras e estão presentes em águas
subterrâneas, solos e águas agrícolas, águas marinhas e decomposição de matéria
orgânica em pântanos, lagos rasos, poços de mineração e tubulação de esgoto,
sendo os mais comuns os associados ao magnésio, potássio, cálcio e amônia.
(MEHTA e MONTEIRO, 2014; NEVILLE, 2015). A interação entre íons sulfato ( )
dissolvidos em meio aquoso e os componentes da pasta de cimento hidratada gera
produtos que representam ameaça à estabilidade das peças de concreto. Tal
interação apresenta intensidade de deterioração dependente do cátion ligado ao
radical , sendo o sulfato de amônia o mais agressivo, seguido pelo sulfato de
magnésio, depois pelos sulfatos de cálcio e potássio. (COSTA, 2004).
Brown (2002) aponta para o reconhecimento de cinco formas de ataque por
sulfato pela literatura: a forma clássica, com formação de etringita e gispsita; o
ataque físico causado pela expansibilidade da cristalização de sais de sulfato; a
formação de etringita tardia; o ataque associado à formação de monossulfatos e a
formação de taumasita.
Primeiramente, a forma convencional ocorre a partir do ataque de íons
provenientes de fontes externas e tem como produtos a etringita e a gipsita. Neste
caso, os sulfatos reagem com hidróxidos de cálcio e hidratos que contêm aluminas,
sobretudo o monossulfato hidratado, convertendo-os a uma forma mais sulfatada, a
etringita. Já as gipsitas são formadas a partir da reação dos sulfatos apenas com a
portlandita. A formação de ambos os produtos é expansiva, porém há um agravante
para o ataque por sulfatos de magnésio, uma vez que, neste caso, há a redução da
alcalinidade do concreto, o que compromete a estabilidade dos silicatos de cálcio
hidratados e também os torna suscetíveis ao ataque por sulfatos, prejudicando a
coesão da pasta de cimento endurecida. (BROWN, 2002; MEHTA e MONTEIRO,
2014; NEVILLE, 2015).
Os sulfatos dissolvidos em água que ingressam ao concreto nem sempre
reagem quimicamente com os componentes da matriz cimentícia. Quando há a
evaporação da água em que o sulfato encontra-se solubilizado, geralmente mais
30
próximo à superfície da peça estrutural, ocorre também o aumento de sua
concentração, o que favorece a formação de sais no interior dos poros do concreto.
Como os sais ocupam volume superior ao íon solubilizado, ocorre o aumento de
pressões internas, tendo também como consequência, a fissuração e desagregação
do concreto. (BROWN, 2002).
Diferente dos mecanismos anteriormente descritos, o ataque por sulfato com
formação de etringita tardia ocorre a partir de sulfatos internos ao concreto,
provenientes de agregados contaminados ou de cimentos com alto teor de trióxido
de enxofre. Aqui, há a decomposição da etringita primária quando submetida a altas
temperaturas (acima de 65º C). A partir daí são liberados íons sulfato que são
adsorvidos pelos silicatos de cálcio hidratado (C-S-H). Posteriormente, quando em
contato com o meio aquoso, esses sulfatos reagem novamente formando a
chamada etringita tardia. Este produto, assim como os outros, é expansivo e sua
formação ocorre principalmente nas zonas de interface da pasta cimentícia com os
agregados. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).
Quando em temperaturas baixas (inferiores a 15º C), o ingresso de sulfatos
combinado com a presença de carbonatos e água pode levar à conversão dos
silicatos de cálcio hidratados em taumasita. Como este produto não tem função
aglomerante, este mecanismos de ataque é extremamente nocivo, podendo
transformar a matriz cimentícia atingida em uma massa pastosa. Este fenômeno é
observado em sua maioria em concretos enterrados com carbonato proveniente dos
agregados ou de bicarbonatos na água subterrânea. (NEVILLE, 2015).
Quanto à sintomatologia, é notável que a coloração do concreto atacado
torna-se esbranquiçada. Além disso, é comum que os danos tenham início pelas
bordas e cantos, em fases mais avançadas surgem fissuras e lascamentos do
concreto, tornando-o quebradiço e até mesmo mole. (NEVILLE, 2015).
A concentração de sulfatos é fator determinante no início e na velocidade de
propagação do ataque. É valido lembrar que a concentração pode aumentar com a
evaporação da água que contém os íons, como é o caso de superfícies horizontais
de estruturas submetidas ao respingo de água marítima. Além da concentração de
sulfatos, a taxa de reposição de sulfatos frente à absorção nas reações decorrentes
na pasta de cimento hidratada também deve ser analisada ao estimar o risco de
deterioração. Sendo assim, estruturas cujo concreto é exposto à pressão de água
contaminada de apenas um dos lados, ou exposto a ciclos de molhagem e secagem,
31
têm sua deterioração acelerada. O contrário ocorre a elementos estruturais
completamente enterrados, como blocos de fundações. (NEVILLE, 2015).
Segundo Mehta e Monteiro (2014), não havendo maneiras de evitar o contato
da estrutura com a água contaminada, deve-se buscar a mitigação do ataque
através do controle da qualidade do concreto. Neste quesito, a redução da
permeabilidade do concreto é a medida mais importante na diminuição da taxa de
deterioração. Para isto, deve-se buscar produzir concretos com baixas relações a/c,
aumento no consumo de cimento e cura apropriada. Visando obter segurança
adicional, podem também ser utilizados cimentos resistentes a sulfatos e cimentos
com adições.
O uso de cimentos com teores de C3A abaixo de 5% apresentam
desempenho satisfatório diante do ataque por sulfatos em condições moderadas de
exposição. Uma segunda abordagem, que pode ser interessante também para
concretos expostos a concentrações mais severas de sulfatos, é o uso de adições
pozolânicas, uma vez que estas consomem a portlandita da matriz cimentícia, além
de produzirem concretos mais densos (MEHTA e MONTEIRO, 2014; NEVILLE,
2015). Contudo, Souza (2016) observou maior deterioração em barras de
argamassa contendo adições pozolânicas quando expostas a concentrações
nocivas de sulfato de magnésio. Tais resultados são atribuídos à contribuição do
efeito pozolânico na redução da alcalinidade da pasta, acentuando ainda mais o
quadro de deterioração dos sulfatos de cálcio. Portanto, é necessário que no
processo de decisão das medidas de mitigação, leve-se em conta a origem e
composição do sal de sulfato ao qual a estrutura está exposta.
3.4 CORROSÃO DAS ARMADURAS
A corrosão dos metais pode ser entendida como um processo natural em que,
ao interagir com o meio, um material metálico retorna ao seu estado de menor
energia agregada. Na construção civil, é geradora de grandes prejuízos, exigindo
altos investimentos para sua mitigação. (CASCUDO, 1997).
Como difundido no meio técnico e científico, o aço imerso em concreto está
protegido física, ao estar separado do meio pelo cobrimento, e quimicamente, ao
estar envolto por uma película passivadora cuja formação e estabilidade são
32
atribuídas à elevada alcalinidade do próprio concreto. Tal camada passivadora é
descrita por Pourbaix (1987) como uma película de óxidos invisível a olho nu e de
alta aderência ao aço, gerada por uma reação eletroquímica rápida e extensa. Ela
garante ao aço taxas de corrosão desprezíveis, devido a sua alta resistência ôhmica
associada ao bloqueio ao acesso de umidade, oxigênio e outros agentes agressivos
à superfície da armadura, e à sua capacidade de inviabilizar a dissolução do ferro.
(FIGUEIREDO e MEIRA, 2011).
Tuutti (1982) propôs um modelo que representa o processo de corrosão do
aço em concreto armado dividido em duas fases: iniciação e propagação. A primeira
fase corresponde ao desenvolvimento dos mecanismos que levam à perda de
passivação da armadura. A ruptura da camada passivadora dá-se pela redução do
pH da solução intersticial do concreto no entorno das barras de aço, através da
carbonatação, ou pela ação de íons cloreto, quando estes chegam a uma
concentração critica na superfície da película de passivação. Há também a
possibilidade de os dois ocorrerem simultaneamente. (BAKKER, 1988). Ambos os
mecanismos serão discutidos mais detalhadamente neste trabalho nas seções 3.4.1
e 3.4.2.
Assim que o aço é despassivado, começa a fase de propagação da corrosão.
Este processo tem natureza eletroquímica e ocorre em unidades denominadas
células de corrosão. Tais unidades (representadas pela Figura 6) são compostas de
uma região anódica, caracterizada pela transformação do material metálico nela
contido em íons, num processo chamado oxidação e de uma região catódica, que
recebe os elétrons gerados no ânodo, num processo denominado redução. Entre
ânodo e cátodo há uma diferença de potencial e uma ligação metálica, havendo um
meio aquoso exteriormente a eles, denominado eletrólito, onde ocorre a condução
dos íons liberados. (FIGUEIREDO e MEIRA, 2011).
FIGURA 6 – REPRESENTAÇÃO DE UMA PILHA DE CORROSÃO EM CONCRETO ARMADO
FONTE: Figueiredo e Meira (2011).
33
Tendo em vista as reações que compõem a corrosão metálica no concreto,
nas quais se observa o consumo de oxigênio e a regeneração da água, é possível
compreender a influência da umidade nesse processo. Constata-se que em
ambientes de umidade relativa baixa as taxas de corrosão são também baixas, uma
vez que há quantidade insuficiente de água para sustentar as reações de corrosão.
Por outro lado, o excesso de água em casos de estruturas submersas também
dificulta a corrosão, uma vez que nestas a concentração de oxigênio é bastante
baixa, o que inviabiliza as reações catódicas. A umidade relativa ótima para a
corrosão encontra-se ente 70% e 80%, uma vez que, superado este último valor,
nota-se prejuízo à difusividade do oxigênio. (NEVILLE, 2015).
Neville (2015) destaca dois efeitos deletérios causados pela corrosão: um diz
respeito ao concreto e outro ao aço. Como os produtos da corrosão são altamente
expansivos, há uma tendência à fissuração do concreto nas regiões de armadura
corroída. Com isso, a permeabilidade a agentes agressivos aumenta. Com a
acentuação do quadro de corrosão e geração de mais produtos expansivos, ocorre
também a descamação ou a delaminação do concreto da camada de cobrimento,
favorecendo a degradação do elemento estrutural. A segunda consequência da
corrosão é a redução da seção transversal das barras de aço, o que reduz a
capacidade resistente do elemento estrutural.
Diversos estudos comprovam os prejuízos da corrosão às propriedades
mecânicas das estruturas de concreto armado. Castel et al. (2010), citados por Zhou
et al. (2015), desenvolveram ensaios de resistência à flexão em vigas de concreto
armado expostas à névoa marítima e observaram que a fissuração atribuída à
corrosão presente nas regiões comprimidas da viga não alterou significativamente o
comportamento do elemento à flexão. Por outro lado, quando a fissuração ocorre em
regiões tracionadas, foi notada assimetria no comportamento da viga flexionada
associada à perda de rigidez, provavelmente consequência da assimetria de
ocorrência das fissuras. Ao simular corrosão por pites nas vigas, os mesmos
pesquisadores constataram que não há influência significativa no comportamento
global do elemento quando a perda de seção da armadura por corrosão não
coincide com fissuras transversais no concreto ocasionadas pela flexão, contudo
para que a estabilidade seja mantida, é necessário que se garanta a aderência entre
concreto e armadura.
34
Imperatori e Rinaldi (2009) realizaram ensaios de resistência à tração com
três diferentes grupos de barras de aço: o primeiro sem corrosão, o segundo com
corrosão generalizada e o terceiro com corrosão por pites. Através desses ensaios,
eles observaram uma queda acentuada na ductilidade das barras com corrosão por
pites. Por outro lado, estas barras, em situações de perda de volume de seção
similares, apresentaram resistência de ruptura superior à das barras com corrosão
generalizada, que, por sua vez, não tiveram mudanças significativas em relação à
ductilidade. Os autores também realizaram testes de resistência à flexão com vigas
de concreto armado, em grupos contendo aço não corroído e aços com perda de 5%
e 10% da seção. Como esperado, observou-se que, com o aumento do nível de
corrosão da armadura, as vigas romperam-se com menores cargas e deformações,
além de ter sido notada redução na tensão de escoamento das vigas.
3.4.1 Carbonatação
A carbonatação pode ser definida como a formação de sais de carbonato no
concreto a partir da ação ácida do gás carbônico presente na atmosfera sobre íons
alcalinos e hidróxido de cálcio dissolvidos na solução intersticial do concreto.
(CASCUDO e CARASEK, 2011). Tal mecanismo ameaça as estruturas por
desencadear a corrosão das armaduras ao atingir a porção de concreto que as
envolve, uma vez que rompe a camada passivadora do aço por consumir os
componentes básicos da pasta cimentícia, reduzindo o pH inicialmente elevado do
concreto.
As reações de carbonatação atingem podem atingir também cristais de
silicato e aluminatos hidratados presentes na pasta. De acordo com Helene (1993),
os álcalis do concreto comumente são os primeiros a sofrer carbonatação. Isto
ocorre por que estes são mais solúveis e já encontram-se em forma de íons na
solução intersticial, enquanto que a solubilidade do Ca(OH)2 depende da
concentração de íons hidroxila no meio. Já a carbonatação dos aluminatos e
silicatos ocorre a longo prazo, neste caso, além da produção de Ca(CO)3 há também
a formação de géis de silicato e aluminato, favorecendo a degradação do concreto.
Ocorre que a carbonatação a partir do hidróxido de cálcio é a mais relevante devido
à baixa solubilidade dos aluminatos e silicatos hidratados e também porque os
35
álcalis formam sais de carbonato (K2CO3 e Na2CO3) pouco estáveis, que se
dissociam facilmente. (CASCUDO e CARASEK, 2011).
De acordo com Papadakis, Vayenas e Fardis (1991), a carbonatação do
hidróxido de cálcio se dá pela precipitação de carbonato de cálcio a partir da
combinação de íons carbonato oriundos da dissolução do gás carbônico na solução
intersticial com os íons de cálcio que provêm da dissolução, no mesmo meio, da
portlandita produzida na hidratação do cimento. As Equações 1, 2 e 3 demonstram
as reações descritas.
(1)
(2)
(3)
A propagação da carbonatação ocorre progressivamente da superfície para o
interior do concreto e é atenuada ao longo do tempo devido à colmatação dos poros
onde houve a reação, isto ocorre porque o carbonato de cálcio produzido é cerca de
11 vezes mais volumoso que o hidróxido de cálcio. (LEA, 1970 apud CASCUDO e
CARASEK, 2011). A colmatação dos poros reduz a permeabilidade do concreto,
dificultando assim a difusão do dióxido de carbono para o interior da peça de
concreto. Contudo, esse processo não pode ser visto como contínuo, uma vez que
estudos apontam o aumento da porosidade em estágios mais avançados,
ocasionado provavelmente pela carbonatação do C-S-H e sua decalcificação.
(ŠAVIJA e LUKOVIC´, 2016).
O transporte do anidrido carbônico (CO2) no interior do concreto ocorre por
meio de difusão molecular quando em meio gasoso, ou por difusão iônica quando já
se encontra dissolvido em forma de em meio aquoso. De acordo com Neville
(2015), a difusão molecular do gás carbônico ocorre com velocidade cerca de quatro
ordens de grandeza maior que a difusão iônica. Sendo assim, a carbonatação ocorre
majoritariamente quando o sistema de poros se encontra parcialmente úmido, uma
vez que no sistema saturado a difusão ocorre em taxas lentas e no sistema seco há
a ausência da solução intersticial necessária para a dissolução do dióxido de
carbono.
36
A difusividade da pasta de cimento endurecida é o principal fator de
propagação da carbonatação. Devido a isto, pode-se concluir que a estrutura dos
poros tem papel fundamental no desenvolvimento da frente de carbonatação,
ocorrendo a taxas mais elevadas em sistemas com grande volume e conectividade
de poros. Isto torna o tipo de cimento usado, a relação a/c e o grau de hidratação
fatores altamente significativos. Como tais condições são bastante influentes na
resistência do concreto, é comum a afirmação de que a velocidade do avanço da
frente carbonatada é função desta. Neville (2015) considera esta relação uma
simplificação inadequada, já que se baseia em resultados de laboratório nas quais a
cura do concreto é mais eficiente do que a executada em obra. Esta consideração é
bastante válida por evidenciar também a alta influência da qualidade da execução
em obra, bem como os fatores ambientais como concentração atmosférica de gás
carbônico, temperatura e umidade do ar a que a estrutura é exposta.
Claramente, a disponibilidade de gás carbônico no ar que permeia os
elementos estruturais tem forte influência na velocidade das reações de
carbonatação. Sendo assim, as estruturas presentes em atmosfera urbano-industrial
estão mais suscetíveis à carbonatação, uma vez que a concentração de gás
carbônico nestas, próxima a 1% é muito superior à de atmosferas rurais, que se
aproxima de 0,03% (NEVILLE, 2015). Dentro do mesmo contexto, Cascudo e
Carasek (2011) citam a grande ocorrência de carbonatação em estruturas de
garagens subterrâneas, as quais têm grande concentração de gás carbônico emitido
pelos escapamentos dos veículos e favorecida pela baixa circulação de ar. Tendo
em vista esse fator, Yoon, Çopuroglu e Park (2007) apontam a grande importância
da consideração do aumento gradual da concentração de gás carbônico na
atmosfera para os projetos de estruturas baseados na durabilidade, indicando
maiores taxas de carbonatação não só pela elevação da presença do gás na
atmosfera, mas também pelas maiores temperaturas em centros urbanos inerentes a
este acúmulo com os fenômenos do efeito estufa e das ilhas de calor.
A umidade relativa do ar influencia diretamente na umidade dos poros, sendo
geralmente citado que as maiores taxas de corrosão ocorrem quando a umidade
relativa do ar encontra-se entre 50% e 70% (NEVILLE, 2015). Em experimentos,
Roy et al. (1999) notaram crescimento significativo das profundidades de
carbonatação em corpos de prova caso a umidade relativa a que estavam expostos
estivesse entre um intervalo entre 75 e 84%. Já Parrot (1992), citado por Šavija e
37
Lucovic´ (2016), concluiu que a umidade relativa ótima está altamente relacionada
com a porosidade do concreto, sendo que concretos mais porosos atingem as
maiores taxas de carbonatação com umidades relativas mais altas que concretos
menos porosos. Isto é facilmente compreensível tendo em vista o que o transporte
do CO2 é favorecido pelo maior volume e conectividade de poros não saturados ao
mesmo passo que sua dissolução é favorecida pela maior presença de solução
aquosa nesses poros, como já exposto anteriormente.
Dentre os fatores que influem a carbonatação nas estruturas de concreto, são
relevantes também o consumo de cimento na dosagem do concreto e as adições ao
aglomerante. Primeiramente, concretos com maior consumo geralmente têm um
avanço mais lento da frente de carbonatação. Isto pode ser explicado por sua maior
proporção de Ca(OH)2, o qual funciona como uma reserva alcalina a ser consumida,
retardando assim a carbonatação em regiões mais profundas do elemento estrutural.
Já o uso de adições minerais no concreto pode colaborar ou obstruir a
carbonatação. Isso ocorre porque com a redução na proporção de clínquer contida
no aglomerante e, com o efeito pozolânico de determinadas adições, há,
consequentemente, a diminuição de Ca(OH)2 na solução intersticial do concreto, o
que significa que a frente de carbonatação tende a avançar com maior rapidez, já
que a reserva alcalina na pasta é menor. Porém, ao mesmo tempo, os efeitos fíler e
pozolânico agem na estrutura dos poros, tornando-os menos volumosos e conexos,
afetando a difusão do dióxido de carbono para o interior da peça. De modo geral, o
efeito predominante pode depender do tipo de adição relacionado ao teor
empregado, relação água/aglomerante e cura do concreto. (CASCUDO e
CARESEK, 2011).
Além da redução do pH do concreto, a carbonatação afeta também
características da microestrutura do concreto atingido. Chi, Huang e Yang (2002),
realizaram ensaios com corpos de prova submetidos à carbontação acelerada e
observaram aumento na resistência à compressão e à tensão e na resistividade
elétrica nos corpos de prova carbonatados. Diversos outros estudos confirmam o
mesmo efeito e também o atribuem a alteração da estrutura de poros com a
produção de carbonato de cálcio (ŠAVIJA e LUKOVIC, 2016). Porém, Cascudo e
Caresek (2011) minimizam a importância desses ganhos, uma vez que occorem
geralmente na camada mais exterior das peças de concreto. Outras alterações
citadas tanto por Cascudo e Caresek (2011) quanto por Šavija e Lukovic (2016) são
38
o aumento da retração e fissuração do concreto, aumento de porosidade capilar,
massa e dureza superficial, sendo esta última consequência dos ganhos de
resistência.
Assumindo outro ponto de vista, inovações tecnológicas vêm sendo propostas
com a finalidade de utilizar os efeitos da carbonatação a favor da durabilidade do
concreto através da cura por carbonatação acelerada. Zhang e Shao (2016)
desenvolveram um processo que viabilizasse tal método em corpos de prova e vigas
de concreto pré-moldado. Os pesquisadores submeteram as peças à secagem
superficial e à carbonatação em câmara pressurizada por 12 horas logo após sua
desmoldagem. Inicialmente foi observada manutenção do pH do interior do concreto
e a redução do pH na camada mais externa, o qual foi reestabelecido após 27 dias
de hidratação o concreto. Ao final, concluiu-se que tal tratamento proporcionou às
peças de concreto uma superfície rica em carbonatos, densificando o concreto
externamente, tornando-o menos permeável e conferindo-lhe ganhos significativos
em resistência. Testes demonstraram também que a velocidade de carbonatação
natural ao longo do tempo é equiparável à de peças de concreto curadas
convencionalmente. Este uso da carbonatação de forma controlada apresenta
também benefícios ao meio ambiente, uma vez que o processo de cura por
carbonatação consome gás carbônico, cujos impactos são diretamente relacionados
ao efeito estufa e cujas emissões têm grande contribuição das atividades da
Construção Civil.
3.4.2 Ataque por Cloretos
Diferente da corrosão do aço iniciada por carbonatação, a ação dos íons
cloreto rompe a camada passivadora com a manutenção da alcalinidade da solução
intersticial do concreto, desencadeando assim, o processo corrosivo. (FIGUEIREDO
e MEIRA, 2011).
Por ser um processo que ocorre em escala atômica sobre uma camada
passivante extremamente fina, não há certeza acerca do mecanismo de ruptura da
passivação das armaduras por íons cloreto. De acordo com Neville (2015), há a
ativação da superfície do aço, por meio dos cloretos, para a formação de um ânodo,
ao passo que o filme passivante do aço age como cátodo. Para isto, há a formação
do cloreto ferroso em uma etapa intermediária, o qual se dissocia ao reagir com a
39
água intersticial, dando origem ao hidróxido de ferro. As Equações 4 e 5
demonstram as reações envolvidas neste processo:
(4)
(5)
Os íons cloreto que ameaçam as estruturas de concreto provêm
majoritariamente da atmosfera ou da água marinha, do sal utilizado para degelo de
pavimentos em países com invernos rigorosos, agregados e água de amassamento
com impurezas, aditivos aceleradores de pega com CaCl2, e processos industriais.
Esses íons são encontrados no concreto combinados quimicamente com fases
alumino-ferríticas, formando cloroaluminatos (sais de Fridell), livres na solução
intersticial ou adsorvidos fisicamente nas superfícies dos poros capilares.
(CASCUDO, 1997; FIGUEIREDO, 2011).
Não há consenso na literatura sobre a concentração de cloretos necessária
para o rompimento da camada passivadora das armaduras, sendo que há grande
variabilidade nos valores obtidos em pesquisas. Segundo Ann e Song (2007), as
principais causas para essa incerteza são as diferenças em metodologia de medição
e apresentação dos valores, bem como a influência de condições na interface entre
concreto e armadura e de fatores ambientais sobre o ataque por cloretos. A
concentração limite de cloretos são expressas principalmente em porcentagem de
cloretos livres em relação à massa de cimento, em relação entre cloretos livres e
íons hidroxila [Cl-]:[OH-] ou em porcentagem de cloretos totais em relação à massa
de cimento. Esta última é a mais utilizada devido à facilidade de sua determinação e
por considerar também o risco da participação dos cloretos fixados no agravamento
da corrosão, além de também levar em conta o efeito inibidor dos produtos
hidratados do cimento. (ANN e SONG, 2007; ANGST et al., 2009). A norma
brasileira, NBR 12655:2015, determina valores limite de concentração de cloretos
totais em porcentagem de massa do cimento de acordo com a classe de
agressividade ambiental e as condições de serviço da estrutura. Os valores podem
ser apreciados na Tabela 2.
40
TABELA 2 – TEORES DE CLORETOS MÁXIMOS
Classe de
agressividade
ambiental
Condições de serviço da estruturaTeor máximo de íons Cl- no concreto
(% sobre a massa de cimento)
Todas Concreto Protendido 0,05
III e IVConcreto armado exposto a cloretos nas
condições de serviço da estrutura0,15
IIConcreto armado não exposto a cloretos nas
condições de serviço da estrutura0,30
I
Concreto armado em brandas condições de
exposição (seco ou protegido da umidade
nas condições de serviço da estrutura)
0,40
FONTE: ABNT NBR 12655 (2015).
Os cloretos podem ser transportados no interior do concreto pelos
mecanismos de absorção capilar, pressão hidrostática, difusão iônica e migração
iônica, sendo a água o veículo para a ocorrência dos quatro mecanismos de
transporte. Dentro os quatro, os que ocorrem com maior frequência são a absorção
capilar, em regiões da estrutura submetidas a ciclos de molhagem e secagem, e a
difusão iônica, em regiões da estrutura onde a água que contém os cloretos
encontra-se estagnada. No primeiro mecanismo, a profundidade atingida pelos
cloretos dependerá da permeabilidade da superfície atingida pela água e dos
períodos de secagem e umedecimento, enquanto que a difusão é facilitada por altos
graus de saturação dos poros. (CASCUDO, 1997; FIGUEIREDO, 2011).
Castro, Rincon e Pazini (2001) analisaram os teores de cloretos em corpos
de prova de concreto expostos a ambiente litorâneo com diferentes relações a/c. A
concentração dos íons foi medida para diferentes profundidades em relação à
superfície, como pode ser visualizado na Figura 7. Tais medidas permitiram
visualizar duas zonas diferentes, delimitadas pela profundidade com concentração
máxima de cloretos. Na primeira, é observada a predominância dos ciclos de
molhagem e secagem, com menores concentrações retidas na superfície, sendo
crescentes à medida que esse fenômeno reduzia-se. A segunda fase é
caracterizada pelo alto grau de saturação dos poros, predominando, assim, o
transporte por difusão, observado pelo decaimento da concentração com o aumento
da profundidade. Com esses experimentos, os pesquisadores puderam também
concluir que a elevação da relação a/c, com consequente aumento da porosidade do
concreto, tornou maior a interferência dos ciclos de umedecimento e secagem, além
de facilitarem o ingresso e difusão de íons cloreto. De forma semelhante, o
favorecimento do transporte de íons cloreto associado ao aumento da relação a/c é
41
apontado por Jaergemann (1990) e Kim et al (2014). Adicionalmente, o estudo de
Jaergmann (1990) chama atenção para a importância do tempo de cura para a
melhora na qualidade da superfície do concreto e redução do ingresso de cloretos, o
que também foi demonstrado pelos experimentos de Khanzadeh-Moradllo et al.
(2015).
FIGURA 7 – PERFIS DE CLORETO EM AMOSTRAS DE CONCRETO EXPOSTAS A ATMOSFERA MARÍTIMA POR 24 MESES
FONTE: adaptado de Castro, Rincón e Pazini (2001).
O trabalho de Castro, Rincón e Pazini (2001) também traz considerações
relevantes acerca do ambiente de exposição das estruturas de concreto em relação
à proximidade com o mar. Num primeiro caso, onde houve o estudo de corpos de
prova de concreto localizados a 50, 100 e 780 metros da orla marítima, os autores
notaram que, com o aumento da distância, há significativa redução nas
concentrações de cloretos. Em outro caso, com a análise de pilares de uma ponte
sobre um lago de água salgada no litoral da Venezuela, notou-se que as amostras
retiradas a maiores alturas em relação ao nível da água apresentavam menores
concentrações de íons cloreto. De forma semelhante, Sandberg et al. (1998)
observaram maior concentração de cloretos em corpos de prova submersos, quando
comparados com corpos de prova localizados em zona de respingo e zona de
atmosfera marinha; contudo, é válido lembrar que a corrosão de armaduras em
concreto submerso é insignificante haja vista a baixa concentração de oxigênio
42
nesse meio, sendo que o maior risco de corrosão incide sobre os elementos
estruturais na zona de respingo. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).
Além dos fatores apresentados, a capacidade de fixação de cloretos livres
pela matriz cimentícia é bastante influente na despassivação da armadura.
Concretos com altos teores de aluminato têm maior capacidade de fixação de
cloretos, desacelerando, assim, o transporte desses íons no interior do material
(ANN e SONG, 2007). Em estudos de corrosão desencadeada por ação de cloretos
em concretos produzidos com diferentes proporções de C3A, Rasheeduzzafar et al.
(1990) notaram que concretos com maiores proporções do aluminato fixavam
maiores proporções de cloreto e suas armaduras levavam mais tempo para ser
corroídas, sendo que o aumento de 2% para 14% do teor de C3A, reduziu a
proporção de cloretos livres de 86% para 33% e elevou em 245% o tempo de início
de corrosão.
Ainda sobre a fixação de cloretos, nota-se que o ataque por cloretos é
agravado pela carbonatação. Isto ocorre porque a carbonatação causa a liberação
de cloretos combinados, os quais seguem por difusão para o interior do concreto.
(NEVILLE, 2015). Tais afirmações são confirmadas por Ye et al. (2016), que
através da análise de perfis de cloreto em corpos de prova de concreto carbonatado,
observaram que, assim que os sais de Frieddel eram desfeitos pela carbonatação,
havia uma redistribuição dos cloretos em direção às regiões não carbonatadas,
levando-os ainda mais para o interior do concreto.
Além dos cuidados já citados, a mitigação dos ataques por coretos é a
substituição de parte do cimento por adições. Page et al (1981) analisaram o
coeficiente de difusão de cloretos em pastas de cimento produzidas contendo 30%
de adição de cinza volante, 65% de adição de escória e cimento resistente a
sulfatos. A difusão de cloreto obtida, apresentados na Tabela 3, demonstra melhores
resultados para os dois primeiros casos e uma piora bastante expressiva com o uso
de cimento resistente a sulfatos. Esta última pode ser explicada pelo baixo teor de
álcalis comum a este tipo de cimento, enquanto os bons resultados podem ser
atribuídos à diminuição de volume e interconectividade de poros, comumente
ocasionada pelo uso de adições. Benefícios semelhantes foram atribuídos ao
emprego de sílica ativa em pastas de cimento por Zhang e Gjorv (1991) citados em
Figueiredo (2011), confirmando também, como esperado, a alta influência da
estrutura de poros na difusão de íons cloreto.
43
TABELA 3 – COEFICIENTES DE DIFUSÃO DE CLORETOS PARA DIFERENTES COMPOSIÇÕES DE AGLOMERANTES
Tipo de cimento Coeficiente de difusão (x10-9
cm²/s)
Cimento Portland 44,7
Cimento com 30% de cinza volante 14,7
Cimento com 65% de escória 4,1
Cimento Resistente a Sulfatos 100
FONTE: Page et al. (1981).
3.5 FISSURAÇÃO
A fissuração é uma manifestação patológica bastante comum nas estruturas
de concreto armado. De acordo com a NBR 6118:2005, a ocorrência de fissuras é
praticamente inevitável, haja vista a variabilidade do concreto e sua baixa resistência
à tração. Todavia, o surgimento de fissuras é totalmente indesejável, já que podem
afetar negativamente a segurança, funcionalidade e durabilidade das estruturas,
uma vez que contribuem no ingresso de agentes nocivos. Por outro lado, a análise
das fissuras pode dar pistas valiosas no diagnóstico das ameaças à integridade da
estrutura. Portanto, é essencial o conhecimento dos tipos e causas de fissuração
para a inspeção das condições estruturais de uma edificação, obra de arte especial
e outros tipos de construção. (NEVILLE, 2015).
Nesta seção, serão apresentadas as principais causas da ocorrência de
fissuras, divididas em duas subseções: a primeira contendo as fissuras originadas
no estado fresco e a segunda contendo as fissuras originadas durante e após o
endurecimento.
3.5.1 Fissuras originadas do estado fresco
3.5.1.1 Fissuração por retração plástica
A retração plástica acontece quando as camadas mais superficiais do
concreto recém-lançado perdem parte de sua água e esta não é reposta
suficientemente por água proveniente de exsudação. Concomitantemente, as
camadas inferiores não são atingidas pelo mesmo efeito, restringindo assim a
movimentação da porção em retração. Como a resistência à tração do concreto nos
44
primeiros dias é praticamente nula, essa movimentação diferencial é suficiente para
causar fissuras de pouca profundidade, dispostas paralelamente ou em padrões
aleatórios. (ACI, 2007).
A perda de água que leva à retração plástica é favorecida por altas
temperaturas tanto do ambiente quanto do calor de hidratação do concreto, por
baixas umidades relativas do ar e pela ação do vento sobre a estrutura. Além de agir
sobre esses fatores, como proteger a superfície do vento e raios solares, é
importante também realizar a cura do concreto nas primeiras idades para prevenir a
perda excessiva de água. (ACI, 2007).
3.5.1.2 Fissuração por assentamento do concreto
A fissuração por assentamento ocorre sempre quando há o impedimento da
movimentação natural da argamassa contida no concreto, principalmente pela
armadura. Essas fissuras acompanham a orientação das armaduras e costumam ser
acompanhadas pela ocorrência de um vazio por baixo das armaduras, o chamado
“efeito sombra” reduzindo a aderência da armadura com o concreto. Quando há alta
concentração de armaduras, pode haver a integração de fissuras e vazios,
ocasionando problemas mais graves ao funcionamento da estrutura. (SOUZA e
RIPPER, 1998). A Figura 8 apresenta os efeitos da restrição ao assentamento do
concreto por uma barra de aço.
FIGURA 8 – FISSURA TÍPICA DE ASSENTAMENTO PLÁSTICO
FONTE: DNIT (2010).
Esse tipo de fissura pode ser atribuído à ineficiência do adensamento no
momento da concretagem. Sendo assim, a ocorrência desse tipo de fissura pode
45
evidenciar a possibilidade de outros problemas recorrentes da concretagem mal
executada, como vazios no interior da estrutura. Outro agravante desse tipo de
fissuração é que ela ocorre entre a superfície do concreto e a do aço, dando fácil
acesso aos agentes agressivos. (SOUZA e RIPPER, 1998).
3.5.1.3 Fissuração por movimentação da fôrma e escoramento
Quando fôrma e escoramento não se encontram posicionados e fixados
corretamente no momento do lançamento do concreto ou não são suficientemente
rígidos ocorrem deformações no suporte do concreto ainda fresco. Tais deformações
causam uma realocação de parte da massa de concreto, acompanhada da
ocorrência de fissuras. Sendo assim, é essencial que se preveja a resistência dos
materiais de fôrma e cimbramento, de forma a evitar deslocamentos excessivos que
possam comprometer a integridade da estrutura. (SOUZA e RIPPER, 1998).
3.5.1.4 Fissuração superficial mapeada
Esse tipo de fissura ocorre geralmente por concentrações de água nas
superfícies dos elementos estruturais superiores à concentração no interior. São
mais comuns em lajes, causadas principalmente pelo excesso de desempeno pelos
operários, e em paredes onde o acúmulo se dá pelo uso de formas impermeáveis.
Tais fissuras são praticamente imperceptíveis quando as superfícies se encontram
secas e limpas, uma vez que são bastante rasas e finas. Seu padrão se assemelha
a uma rede irregular, com espaçamentos de até 100 mm entre fissuras. (NEVILLE,
2015).
3.5.2 Fissuras originadas no estado endurecido
3.5.2.1 Fissuração por retração por secagem
A partir de sua produção, passando por seu lançamento e secagem, o
concreto perde água para o ambiente não saturado. Inicialmente, a perda de água
livre causa pouca reação volumétrica, mas com a continuidade da secagem, perde-
se água adsorvida e até mesmo parte da água intracristalina, o que gera retração da
peça estrutural. Por outro lado, o concreto pode também expandir quando
umedecido novamente. (NEVILLE, 2015). Tais variações volumétricas ao serem
46
restringidas, sejam por outro elemento estrutural ou até mesmo por partes em
diferente estado de umedecimento, podem gerar tensões de tração acima da
resistência do concreto, causando, então, o surgimento de fissuras.
A retração por secagem do concreto é influenciada principalmente pela forma
e proporção de agregados frente à pasta de cimento. Como, neste caso, a retração
acontece pela secagem da pasta de cimento, os concretos que têm maior proporção
de agregados, e também agregados mais rígidos, retraem menos. (BESSONNETTE,
PIERRE e PIGEON, 1999; ACI, 2007).
A fissuração por secagem pode ocorrer de formas variadas, sendo
comumente paralela ao elemento que restringiu a retração. Em caso de pavimentos,
se apresenta de forma mapeada, uma vez que a restrição do encolhimento provém
das camadas mais inferiores, apoiadas sobre o solo. (ACI, 2007).
3.5.2.2 Fissuração por reações expansivas
O efeito deletério da reação álcali-agregado e do ataque por sulfato,
manifesta-se pela expansão do elemento estrutural afetado, seguido de sua
fissuração mapeada. A RAA, já tratada mais a fundo na seção 3.2, tem gel sílico-
alcalino como produto na grande maioria dos casos. Esse gel expande-se ao
absorver, por osmose, grande quantidade de água. As pressões geradas pela
expansão do gel podem ocasionar a fissuração da matriz cimentícia e até mesmo do
próprio agregado. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).
Quando submetido a meios com alta concentração de sulfatos, o concreto
também pode sofrer a fissuração pela geração de produtos expansivos. O ataque
por sulfatos causa fissuração devido à formação de gipsita e etringita a partir da
reação entre sulfatos, portlandita e aluminatos hidratados. Outras formas da
ocorrência desse mecanismo é a produção do concreto com agregados e outros
materiais contendo alta concentração de sulfatos e a reação dos sulfatos com
carbonatos e elementos da pasta cimentíca. A própria reação e seus diferentes tipos
já foram apresentados com mais detalhes na seção 3.3.
3.5.2.3 Fissuração por corrosão das armaduras
Os produtos finais de corrosão das armaduras têm sua natureza definida por
diferentes fatores, como a temperatura, a forma de despassivação, e teor de
47
cloretos, sendo que dentre os três produtos mais encontrados em armaduras
corroídas, dois apresentam alta expansibilidade. (CASCUDO, 1997). De acordo com
Helene (1993), os óxidos e hidróxidos gerados pela corrosão ocupam volumes
superiores ao volume original do aço, o que gera tensões internas próximas de 15
MPa. Tais tensões superam a resistência do concreto à tração na maioria das vezes,
dando origem a fissuras que acompanham o sentido das armaduras e que se
propagam podendo gerar até o destacamento da cobertura do concreto.
3.5.2.4 Fissuração por cristalização de sais
Em situações em que uma solução contendo sais percola por um elemento
estrutural, como lajes e muros de contenção, tendo saída em uma superfície sujeita
à perda de umidade por evaporação, há a possibilidade da hidratação dos sais
dissolvidos ocasionada pelo aumento de sua concentração frente à perda de água.
Quando a evaporação da solução é menor que a taxa de reposição da solução, a
cristalização dos sais não é nociva, pois ocorre majoritariamente na superfície. Já
em situações contrárias, com evaporação excessiva em relação à reposição de
solução, os sais se cristalizam ainda nos poros, causando a fissuração do concreto e
até mesmo a sua desagregação. Isso ocorre porque o sal hidratado expande e,
estando nos poros, causa tensões elevadas. (MEHTA e MONTEIRO, 2014).
3.5.2.5 Fissuração por congelamento e degelo
Sob baixas temperaturas, a água contida nos poros capilares do concreto fica
sujeita ao congelamento. Quando congelada, a água ocupa um volume 9% maior
que em seu estado líquido, causando assim a expulsão da água ainda não
congelada, o que gera uma pressão hidráulica no sistema capilar do concreto que
leva à expansão do material. Há também outro mecanismo de expansão relacionado
ao congelamento da água em poros capilares que diz respeito ao aumento
localizado da concentração de solutos em regiões não congeladas, levando ao
surgimento também de pressões osmóticas. A ação deletéria da solidificação da
água em poros capilares é agravada diante da natural alternância de congelamento
e degelo, onde a expansão ocorre em efeito cumulativo, levando à fissuração e até
mesmo à desintegração do concreto. (MEHTA e MONTEIRO, 2014; NEVILLE,
2015).
48
3.5.2.6 Fissuração por ação da temperatura
Materiais tendem a dilatar e retrair quando expostos a variações de
temperatura. Portanto, o projeto de estruturas de concreto deve contemplar a
execução de juntas, armaduras ou outras soluções compensatórias que restrinjam
de maneira adequada ou permitam a movimentação por dilatação para estruturas
expostas à variação de temperatura ambiental e, principalmente, à formação de
gradientes térmicos.
3.5.2.7 Fissuras de origem estrutural
Erros de projeto como modelização estrutural inadequada, má avaliação das
cargas ou detalhamento incorreto ou insuficiente e também uso incorreto das
estruturas, como alterações sem estudos apropriados ou carregamento superior ao
projetado, são motivos recorrentes de quadros fissuratórios e até mesmo da ruína de
estruturas de concreto armado. (SOUZA e RIPPER, 1998).
As fissuras causadas por sobrecarga das estruturas assumem configuração
própria em função do tipo de esforço ao qual a peça estrutural está submetida. Em
vigas, as sobrecargas podem causar fissuras por flexão, partindo da face inferior
quando no centro do vão (momentos positivos) e da face superior quando na
proximidade dos apoios (momentos negativos) e também podem causar fissuras por
cisalhamento, as quais são caracteristicamente inclinadas a 45º, partindo dos
apoios. Há também a ocorrência de fissuras por esmagamento do concreto, nas
regiões da viga submetidas a esforços de compressão, porém, esses casos são
mais raros, uma vez que esses esforços são também absorvidos pelas lajes
adjacentes. (SOUZA e RIPPER, 1998). A Figura 9 apresenta a configuração das
fissuras mais comuns em vigas.
49
FIGURA 9 – FISSURAS EM VIGAS POR FLEXÃO EM (a) E (b) E CISALHAMENTO EM (c)
(a)
(b)
(c)
FONTE: Souza e Ripper (1998).
50
4 AVALIAÇÃO DE ESTRUTURAS
De acordo com o Boletim 243 do CEB (1998), as avaliações periódicas são a
forma mais econômica, fácil e efetiva para garantir que uma estrutura atinja de forma
satisfatória sua vida útil. O documento afirma que elas têm como finalidade
“examinar a condição real de uma estrutura pré-existente, geralmente para certificar
se há um fator de segurança adequado diante das atuais e potenciais solicitações”.
Além do mais, tendo uma metodologia bem definida, é possível fazer o prognóstico
das condições futuras de durabilidade e desempenho, sobretudo quando se trata de
estruturas acometidas por algum mecanismo deletério.
A demanda de avaliações estruturais ocorre geralmente quando se observa
prejuízo a confiabilidade da estrutura através de algum mecanismo de deterioração
visível, quando se deseja aplicar sobrecargas adicionais à estrutura ou quando há a
intenção de reunir dados importantes para um projeto de reparo ou reforma da
estrutura. Particularmente para OAEs, as avaliações são necessárias para
acompanhar, sob diferentes condições de tráfego, a segurança e funcionalidade da
estrutura, criar ferramentas de gerenciamento e manutenção a partir de um banco
de dados contendo informações atuais e de uma série histórica, e também definir
elementos estruturais e estruturas onde há prioridade de intervenções. Um exemplo
visível no Brasil é a criação do Sistema de Gerenciamento de Obras de Arte (SGO)
pelo Departamento Nacional de Infraestrutura de Transportes (DNIT), no qual estão
cadastradas mais de 5700 OAEs e que contribuiu para o programa de recuperação
PROART, que visava, em 2011, a intervenção sobre 2500 OAEs. (CEB, 1998;
FIGUEIREDO, ARAÚJO NETO e ALMEIDA, 2011).
A CEB (1998) define que a avaliação de estrutura deve considerar, de forma
integrada, coleta de dados da estrutura, meio ambiente e considerações de serviço;
inspeção visual e realização de ensaios in loco ou em laboratório. Estes itens estão
presentes no detalhamento das fases de avaliação estrutural propostas por
Figueiredo, Araújo Neto e Almeida (2011), apresentados na Tabela 4.
51
TABELA 4 – DETALHAMENTO DE FASES DE UMA AVALIAÇÃO DE ESTRUTURA
Fase Objetivos Operação
Preparação Garantir que a inspeção
empregará eficientemente o conhecimento anterior disponível
Coletar todos os dados históricos e resultados de ensaios, modelos
de cálculo empregados. Padronizar formulários para
relatórios de ensaios
Investigação global
Entender o comportamento global da estrutura. Selecionar áreas
para exame detalhado. Determinar as melhores técnicas
e medidas para variáveis de interesse
Inspeção visual. Registros Fotográficos.
Ensaios não destrutivos. Escolha de Amostras.
Investigação Detalhada
Fornecer dados necessários e suficientes da estrutura para
serem avaliados com confiança
Ensaios estruturais. Ensaios não destrutivos. Ensaios
Físicos e Químicos.
Apresentação dos Resultados
Disponibilizar resultados da inspeção facilitando a avaliação e
a comparação
Construção de Gráficos e desenhos esquemáticos, descrição de mecanismos
resistentes. Análise estatística de medidas de variáveis estruturais. Consolidação de Informações.
Análise dos Resultados
Utilizar os registros dos resultados para avaliação do
desempenho estrutural atual e futuro da estrutura em relação aos requisitos especificados
Análise estrutural. Análise de deterioração.
Experiência anterior (expertise).
Recomendações
Determinar quais procedimentos necessários para reparar,
reforçar, realizar tratamento preventivo ou inspeções
adicionais.
-
FONTE: Figueiredo, Araújo Neto e Almeida (2011).
As seções apresentadas neste capítulo tratarão da inspeção de OAEs, bem
como de ensaios não destrutivos empregados para a investigação da presença e
avanço de mecanismos deletérios que possam comprometer a utilização da
estrutura ao longo de sua vida útil.
4.1 INSPEÇÃO VISUAL
Cascudo (1997) e o Boletim 243 do CEB (1998) afirmam que a inspeção
visual é um meio de detectar e registrar anomalias presentes nas estruturas a fim de
identificar, através de comparação com quadros típicos de sintomas, ameaças à
estabilidade estrutural e às condições de serviço. Para isto, podem ser necessários
equipamentos de acesso visual como binóculos e lupas, ferramentas para registo
52
como material de anotação e câmera fotográfica, e aparatos para medição como
trenas e fissurômetros.
As características observadas visualmente podem indicar falhas na execução
ou no uso da estrutura e a ação de mecanismos deletérios no material. Sinais como
concreto segregado podem apontar falha na dosagem ou no lançamento. Bicheiras
podem acusar baixa qualidade na execução. A incompatibilidade do uso com o
projeto ou vice-versa pode ser indicada por deformações excessivas ou fissuras
expressivas nas regiões tracionadas ou cisalhadas. Já em relação à deterioração
dos materiais, a identificação e análise de padrões de fissuras e desplacamento do
concreto pode fornecer sugestões preliminares do mecanismo deletério atuante.
Ainda que, seja demandado cuidado na determinação de diagnósticos a partir de
inspeção visual apenas, são obtidas, por meio destas, informações muito valiosas
que podem ser base para a definição de ensaios necessários e até mesmo medidas
de reparo. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
Durante as inspeções, deve-se atentar a vários fatores, sendo listados os
seguintes pela CEB (1998):
- Verificação de informação coletada na fase de planejamento;
- Revestimentos e proteções das estruturas;
- Aparência da superfície do concreto e diferenças na sua coloração;
- Presença de fissuras, sua disposição, abertura e extensão;
- Deterioração do concreto e do seu revestimento, quando houver;
- Barras expostas;
- Deformações excessivas da estrutura;
- Presença de manchas de umidade e lixiviação.
Complementarmente, Bungey, Millard e Grantham (2006) afirmam que a
inspeção visual não deve ser limitada a aspectos da superfície do concreto, sendo
importante também incluir a análise visual de aparelhos de apoio, juntas de
expansão, sistema de drenagem, dutos de protensão, aterros adjacentes e demais
acessórios importantes para o funcionamento adequado da estrutura.
No Brasil, as normas DNIT 010:2004 e a NBR 9452:2016 dão orientações
acerca das inspeções em obras de arte especiais, além de apresentar formas de
classificação a partir da análise visual de anomalias, tendo em vista o risco que cada
uma pode apresentar à estabilidade e funcionamento das OAEs de acordo com sua
dimensão e elemento de ocorrência.
53
O sistema de classificação segundo a NBR 9452:2016 estabelece três tipos
de parâmetros de avaliação. O primeiro diz respeito aos parâmetros estruturais,
levando em conta a estabilidade e capacidade portante da estrutura em relação aos
seus estados limite último e de utilização. O segundo refere-se aos parâmetros
funcionais, tocantes ao atendimento da OAE às finalidades a que se destina, tendo
em consideração características geométricas, conforto e segurança do usuário. Por
fim, o terceiro trata dos parâmetros de durabilidade, atribuídos à resistência da
estrutura frente à agressividade ambiente que prejudicam o cumprimento de sua
vida útil, sendo analisados, por exemplo, espessura de cobrimento, ocorrência de
corrosão e infiltrações. Cada grupo de parâmetros tem uma lista de relação entre
condições verificadas e nota a ser atribuída de 1 (crítica) a 5 (excelente), caso se
confirme a anomalia descrita nas condições. As listas de classificação da NBR
9452:2016 podem ser apreciadas no anexo A ao fim deste trabalho.
Já a classificação de acordo com o manual DNIT 010:2004 deve ocorrer
durante a inspeção rotineira e é mais superficial e sujeita a variações de acordo com
a interpretação do inspetor. Tal classificação consiste na atribuição de notas,
também de 1 a 5, para lajes, vigamento, meso estrutura, infraestrutura e pista de
acesso. Para isto, são fornecidas fichas com checklists de anomalias observadas e a
nota deve partir da interpretação do inspetor diante das informações coletadas,
sendo a nota geral da OAE a nota mais baixa entre os cinco parâmetros observados.
As fichas de classificação de OAE presentes no manual DNIT 010:2004 são também
expostas ao final deste trabalho, no anexo B.
O Escritório Modelo de Engenharia Civil da Universidade Federal do Paraná
(EMEA-UFPR) desenvolveu uma metodologia de análise e registro de
manifestações patológicas bastante pertinente entre os anos de 2014 e 2016, tendo
como base parâmetros adotados no Sistema de Gerenciamento de Obras Especiais
e a experiência adquirida ao logo das inspeções de 537 OAEs de rodovias federais
nos estados do Paraná e Santa Catarina, através de convênio firmado com o DNIT.
Esta metodologia compreende a anotação em campo de manifestações patológicas
observadas seguindo uma lista de orientação e a caracterização de cada
manifestação pela sua proporção dimensional em relação ao elemento estrutural
acometido e urgência de reparo. Nesta metodologia são também registradas as
dimensões das anomalias para acompanhamento de seu progresso em inspeções
futuras. A lista de orientação é apresentada no anexo C.
54
Em suma, as inspeções visuais são uma primeira forma de acessar as
condições das estruturas. Para seu sucesso, é importante que o inspetor tenha
conhecimento do funcionamento dos elementos estruturais e dos mecanismos de
deterioração. A metodologia adotada bem como a análise das informações obtidas
pode seguir várias orientações, sendo crucial que o registro e mapeamento das
anomalias analisadas forneçam material suficiente para auxiliar no diagnóstico de
ameaças à durabilidade e estabilidade das estruturas.
4.2 ENSAIO DE DUREZA SUPERFICIAL
Os métodos de dureza superficial baseiam-se na aplicação de um impacto
com uma energia padrão sobre a superfície do concreto endurecido com posterior
medição da marca remanescente do impacto ou da reflexão de uma massa padrão.
Este último método é mais comumente empregado e baseia-se no princípio de que o
rebote de uma massa elástica depende da dureza da superfície sobre a qual incide o
impacto. Há também uma aparente relação teórica entre a reflexão ao impacto e a
resistência do concreto à compressão, o que torna esse ensaio ainda mais
interessante. (INTERNATIONAL ATOMIC ENERGY AGENCY, 2002; MEHTA e
MONTEIRO, 2014).
4.2.1 Equipamento de ensaio
O equipamento geralmente utilizado nos ensaios de análise de dureza
superficial do concreto é o esclerômetro de reflexão de Schimidt, que contém um
êmbolo sobre o qual é transmitida uma carga proveniente de um martelo controlado
por mola. Como pode ser apreciado na Figura 10, o êmbolo é posicionado
ortogonalmente em contato com a superfície enquanto o corpo do aparelho é
pressionado em direção ao elemento estrutural, levando à extensão da mola até que
ocorra o destravamento do martelo. Ao ser liberado, o martelo é puxado pela mola
outrora estendida, até que se choque com o êmbolo. Após esse impacto, o martelo
sofre reflexão, e a distância percorrida é medida em porcentagem da extensão inicial
da mola, o chamado índice esclerométrico (IE). (MEHTA e MONTEIRO, 2014;
NEVILLE, 2015).
55
FIGURA 10 – OPERAÇÃO DO ESCLERÔMETRO DE REFLEXÃO
FONTE: Mehta e Monteiro (2014).
4.2.2 Procedimento
O procedimento padrão de ensaio para a determinação do índice
esclerométrico é descrito nas normas ASTM C 805 e NBR 7584:2012.
A norma brasileira determina que as superfícies de ensaio devem estar secas
ao ar e limpas, sendo preferível que estas também sejam planas e verticais. Tais
superfícies devem ser polidas energicamente por um disco de carbonodurum e o pó
gerado deve ser removido a seco. Em seguida, recomenda-se a demarcação de um
reticulado sobre a área a ser ensaiada, de forma a delimitar os pontos de impacto do
esclerômetro. De acordo com a norma, devem ser efetuados pelo menos 16
impactos para cada área de ensaio, distanciados em pelo menos 30 mm. Deve-se
evitar que os impactos sejam aplicados sobre áreas não representativas, como
regiões de cobrimento de armaduras e bolhas.
4.2.3 Tratamento e análise de resultados
Ainda seguindo a NBR 7584:2012, deve ser calculada a média aritmética dos
índices esclerométricos individuais obtidos. Em seguida, devem ser identificados
todos os valores individuais que sejam 10% maiores os menores que a média.
Esses valores devem ser desconsiderados e a média recalculada. Se, ainda assim,
56
houver valores fora da mesma faixa de tolerância para a nova média obtida ou se
restarem menos de cinco índices individuais após a desconsideração, o ensaio é
invalidado.
A ACI 228.1R-89 (1994; citada por Neville, 2015) afirma que o IE é controlado
pela combinação da sua resistência com a sua rigidez. Portanto, de forma equívoca,
é comum a utilização de curvas e gráficos, fornecidos inclusive pelas fabricantes do
equipamento, que apresentam uma estimativa da resistência do concreto a partir de
correlação com o índice esclerométrico através de ensaios com cubos de concreto
padrão. A imprecisão desses diagramas é confirmada por Szilágyi, Borosnyói e
Zsigovics (2014) através da análise de uma extensa base de dados. Segundo os
autores, a relação entre resistência e dureza superficial depende de outras variáveis,
como grau de hidratação, tipo e consumo de cimento e agregado, condições
ambientais e condições de teste. Sendo assim, de acordo com Neville (2015), o
procedimento correto é a determinação experimental para corpos de prova
submetidos a ensaios de compressão e determinação do IE para o concreto que se
deseja estudar. Contudo, os valores são validos para checar a uniformidade do
concreto ao longo de um componente estrutural ou na estrutura toda.
4.2.4 Fatores intervenientes
Dentre os fatores que podem causar variação nos resultados dos ensaios de
esclerometria, Malhotra (2004) e Bungey, Millard e Grantham (2006) destacam a
textura da superfície de ensaio, o aglomerante empregado, a idade do concreto e o
tipo de cura, os agregados empregados, a umidade do concreto, as formas
utilizadas e a ocorrência de carbonatação na superfície.
Os ensaios de avaliação da dureza superficial não são recomendados para
superfícies com textura grosseira ou rugosa. Superfícies não adjacentes às formas
no período de moldagem, ou que tenham grande porção de agregados expostos,
tendem a ser mais irregulares, sendo sujeitas ao esmagamento da superfície pelo
êmbolo, reduzindo o IE, ou a superestimação do índice por conta da maior dureza
conferida pelos agregados. Apesar de a NBR 7584:2011 prever a realização de
polimento da superfície, é mais indicado que se evite superfícies irregulares, uma
vez que o polimento nesses casos pode ser trabalhoso e ainda assim não garantir
resultados representativos.
57
4.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS DE ULTRASSOM
A aplicação de um pulso ultrassônico a uma superfície de uma massa sólida
leva à geração de ondas que percorrem o interior deste sólido. As ondas geradas
podem ser superficiais, que causam uma movimentação elíptica das partículas e têm
menor velocidade, cisalhantes, que ocasionam movimentação das partículas
perpendicularmente ao fluxo das ondas e têm mais velocidade que as anteriores, ou
longitudinais, que são caracterizadas pela movimentação das partículas na direção
do trajeto das ondas e são as mais velozes dentre os três tipos. Estas últimas
também recebem o nome de ondas de compressão e são as mais empregadas para
ensaios em concreto. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
A velocidade das ondas depende de propriedades elásticas e relacionadas à
massa do meio. Sendo assim, ao conhecer a Velocidade de Propagação de Ondas
Ultrassônicas (VPOU) no interior de determinado material, é possível calcular as
propriedades elásticas do material, caso se saiba sua massa. Além do mais, esse
método é aplicável quando se deseja identificar descontinuidades, como fissuras e
falhas no concreto, verificar sua homogeneidade, monitorar variações no concreto
ao longo do tempo causadas pela ação deletéria de meios quimicamente agressivos
e até mesmo estimar sua resistência. (NAIK, MALHOTRA e POPOVICS, 2004;
BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
4.3.1 Equipamento de ensaio
O instrumento utilizado para determinar o tempo de propagação de ondas em
concreto atua, basicamente, produzindo e introduzindo uma onda ao material e, em
seguida, detectando a chegada da onda e medindo, com precisão, o tempo de
viagem do pulso pelo concreto. A Figura 11 representa o sistema do aparelho usado
neste ensaio. O equipamento é composto de um circuito gerador/ receptor, um
circuito medidor de tempo, cabos coaxiais e dois transdutores, um transmissor, cuja
função é transformar o pulso elétrico gerado em onda de choque, e outro receptor,
cuja função é receber a onda e transformá-la novamente em pulso elétrico.
Atualmente, o mercado oferece boas opções de unidades portáteis e de simples
operação, incluindo também baterias recarregáveis, o que facilita seu uso em
campo. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006; ABNT NBR 8802:2013).
58
FIGURA 11 – DIAGRAMA ESQUEMÁTICO DO CIRCUITO DO EQUIPAMENTO DE ENSAIO DE VPOU
FONTE: adaptado de Naik, Malhotra e Popovics (2004).
Os transdutores usados nos ensaios para concreto emitem ondas com
frequência entre 25 e 100 kHz, podendo haver também transdutores fora desse
intervalo para aplicações especiais. Os transdutores de alta frequência são
indicados para espécimes pequenos, com percursos de ondas relativamente curtos
ou concretos de alta resistência, enquanto que transdutores de menor frequência
devem ser utilizados para grandes componentes, percursos relativamente extensos
entre transdutores e concretos contendo agregados maiores. Isto se explica porque,
ao colidir com a interface de um meio com propriedades distintas, parte da energia
inicial das ondas tende a se dissipar de seu percurso original; sendo o concreto um
meio heterogêneo, a dissipação de energia é significante quanto mais houverem
descontinuidades na massa ou quanto maior for o percurso entre transdutores,
exigindo assim ondas de menores frequências. (NAIK, MALHOTRA e POPOVICS,
2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
4.3.2 Procedimento
A operação do ensaio para a determinação da VPOU é relativamente simples,
porém, requer bastante cuidado para a obtenção de resultados confiáveis. As
recomendações para execução desse método constam na norma nacional NBR
8802:2013, bem como nas internacionais BS EN 12504-4 e ASTM C597.
Segundo a norma brasileira, as superfícies de ensaio devem ser planas, lisas
e limpas. Quando o componente não for suficientemente liso, recomenda-se a
59
preparação da superfície com polimento ou aplicação de uma fina camada de pasta
de cimento, gesso ou resina epoxídica.
Quanto ao ensaio propriamente dito, deve-se iniciar com a calibração do
aparelho com barra de referência ou dispositivo equivalente. Em seguida, a NBR
8802:2013 recomenda o uso de uma fina camada de material acoplante sobre a
superfície do componente estrutural ensaiado ou sobre a face dos transdutores, para
garantir o contato entre transdutores e concreto. Bungey, Millard e Grantham (2006)
citam como materiais acoplantes o gel de petróleo, o sabonete líquido ou a gordura,
sendo esta última recomendada pelos autores para superfícies relativamente mais
rugosas.
Tendo aplicado o material acoplante, deve ser feito o posicionamento dos
transdutores que pode seguir três configurações: a direta, a semidireta e a indireta.
A primeira consiste na colocação dos transdutores em superfícies opostas do
elemento ensaiado. Este arranjo é o mais recomendado e deve ser utilizado sempre
que possível, uma vez que as ondas se propagam em direção perpendicular ao
emissor e também pelo fato de que, assim, a distância percorrida pelas ondas entre
os transdutores pode ser medida com maior precisão. Já o método semidireto refere-
se ao posicionamento dos transdutores em superfícies adjacentes, e, não sendo
possível o uso do método direto, pode ser usado satisfatoriamente quando o ângulo
entre a linha perpendicular de emissão das ondas e a linha entre o centro das faces
dos transdutores não for muito grande ou quando a distância entre os transdutores
não for muito extensa. Quando essas exigências não forem atendidas,
possivelmente, o receptor não obterá nenhum sinal claro. Em último caso, quando
nenhum dos métodos anteriores for aplicável, deve-se utilizar o método indireto, no
qual os transdutores são colocados em linha na mesma superfície. Esta disposição é
a menos satisfatória pelo fato de que a amplitude do sinal recebido é bem baixa,
além deste ser altamente dependente da dispersão do pulso, sendo muito suscetível
a erros. Portanto, neste caso, deve ser feita mais de uma medida e os resultados de
tempo de transmissão devem ser plotados em função da distância e uma reta
representativa traçada entre os pontos para obter a velocidade. Em situações
particulares, a descontinuidade da reta pode indicar a interferência de fissuras ou
falhas na superfície submetida ao ensaio. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM,
2006; ABNT NBR 8002:2013). A Figura 13 apresenta as formas de posicionamento
dos transdutores.
60
FIGURA 12 – FORMAS DE DISPOSIÇÃO DOS TRANSDUTORES
FONTE: adaptado de Naik, Malhotra e Popovics (2004).
Tendo posicionados os transdutores, pode-se realizar medidas de tempo
consecutivas, até que a variação entre as medidas seja menor que 1% indicando
que o acoplamento dos transdutores é satisfatório. Deve-se também medir a
distância entre as faces dos transdutores com precisão de 1%. (ABNT NBR
8002:2013).
4.3.3 Tratamento e análise dos resultados
O ensaio de determinação da velocidade de propagação de ondas
ultrassônicas tem diversas aplicações, como a estimativa da resistência do concreto,
a análise da homogeneidade do concreto ao longo de uma estrutura ou elemento
estrutural, a detecção de vazios e fissuras, medição de fissuras superficiais,
verificação da durabilidade a partir da identificação de manifestações patológicas
internas ao concreto e monitoramento da resistência do concreto ao longo dos anos.
A estimativa da resistência do concreto a partir da velocidade de propagação
de ondas é afetada por muitos fatores, como a granulometria e a composição dos
agregados e o tipo e a composição do cimento. Sendo assim, esta relação deve ser
feita através da comparação deste ensaio com ensaios de compressão por prensa
com corpos de prova feitos em laboratório ou extraídos em campo. Há também
várias equações na literatura que fazem essa relação, porém se deve ter muito
cuidado em usá-las, uma vez que o concreto ensaiado provavelmente não é
composto dos mesmos materiais que levaram à obtenção destas relações, o que
61
significa que as estimativas feitas dessa forma podem não ser precisas. (NAIK,
MALHOTRA e POPOVICS, 2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
É possível também fazer considerações acerca da qualidade do concreto a
partir da velocidade obtida. A norma BS EN 12504-4:2000 estabelece faixas de
qualidade e pode ser analisada na Tabela 5.
TABELA 5 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA QUALIDADE DO CONCRETO EM RELAÇÃO À VPOU
Velocidade da onda (m/s) Qualidade do concreto
v < 2000 Muito fraca
2000 < v < 3000 Fraca
3000 < v < 3500 Média
3500 < v < 4000 Boa
4000 < v < 4500 Muito boa
v > 4500 Excelente
FONTE: BS EN 12504-4:2000 citado em Ribeiro e Cunha (2014).
4.3.4 Fatores intervenientes
De acordo com Mehta e Monteiro (2014), as principais variáveis que afetam
as velocidades das ondas no concreto são a idade, as condições de umidade, a
quantidade e tipo de agregado, a microfissuração e a presença de armadura.
A influência da idade pode ser explicada pelo aumento no grau de hidratação
ao longo do tempo, reduzindo a porosidade do concreto, e tornando assim mais
rápida a propagação de ondas nesse meio. Já em relação à umidade, sabe-se que
as ondas não se propagam em meio gasoso, portanto, quando os poros são
preenchidos com água, a velocidade de propagação aumenta, apesar de ainda não
apresentar resultados mais favoráveis que os obtidos em meio pouco poroso.
(BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006; MEHTA e MONTEIRO, 2014).
Os agregados têm velocidades mais altas que a pasta de cimento, o que
significa que, com maiores proporções de agregados em relação à pasta, há
maiores velocidades de propagação para o compósito. Há também variação da
velocidade para a origem do agregado. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006;
MEHTA e MONTEIRO, 2014).
A microfissuração ocorre quando o elemento está submetido a tensões de
compressão 50% maiores que sua resistência e também diante de condições
ambientais adversas, como ação de congelamento e degelo. Na presença de
62
microfissuras há redução do módulo de elasticidade dinâmico, havendo, por
consequência, a redução da velocidade de propagação das ondas. (BUNGEY,
MILLARD e GRANTHAM, 2006; MEHTA e MONTEIRO, 2014).
Por último, Mehta e Monteiro (2014) fazem referência à presença de
armadura ao longo do caminho percorrido pelas ondas. O aço permite propagação
de ondas com maior velocidade, podendo acelerar as ondas quando se deseja
analisar apenas o concreto, o que prejudica a representatividade do resultado
obtido. Por isso, deve-se evitar leituras de ondas que atravessem armaduras sempre
que possível. Caso isso seja impraticável, a literatura conta com fatores de
correlação que reduzem a velocidade obtida, tendo em vista a disposição e
dimensões da armadura. (BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
4.4 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO
Como já discutido em 3.4.1, a carbonatação reduz a alcalinidade do concreto,
sendo uma ameaça à passivação das armaduras. Tal mecanismo deletério progride
da superfície para o interior do concreto, em uma frente paralela à superfície caso o
concreto seja contínuo. Esta frente pode ser delimitada com o auxílio de indicadores
de pH, substâncias que, em contato com a solução alcalina do concreto, rica em
hidróxido de cálcio, assumem determinadas colorações de acordo com a faixa de pH
da solução. (CASCUDO e CARASEK, 2011).
4.4.1 Material de ensaio
Os exemplos mais comuns de indicadores utilizados para a determinação da
profundidade de carbonatação são a fenolftaleína, a timolftaleína e o amarelo de
alizarina. Sendo que o primeiro adquire coloração vermelho-carmim com pHs que
superem uma faixa de 8 a 9,8, enquanto o segundo tem sua coloração convertida
para violetas ou azuis acima da faixa de pH ente 9,3 e 10,5 e o terceiro adquire
coloração amarelada a partir de 10,1 a 12,0. Quando o pH da solução intersticial do
concreto é inferior à chamada faixa de viragem, não há a alteração de cor.
(CASCUDO e CARASEK, 2011). A Figura 13 apresenta uma peça de concreto
depois da aspersão de timolftaleína à esquerda e fenolftaleína à direita. Nela pode-
se observar que o primeiro indicador demonstra uma frente de carbonatação não
63
indicada pela solução de fenolftaleína, o que pode ser atribuído à faixa de viragem a
pHs mais elevados da timolftaleína.
FIGURA 13 – SOLUÇÕES DE FENOLFTALEÍNA E TIMOLFTALEÍNA ASPERGIDAS EM UMA MESMA PEÇA DE CONCRETO
FONTE: Cascudo (1997).
4.4.2 Procedimento
O procedimento deste ensaio ainda não tem instruções a partir de normas
brasileiras, sendo, assim, bastante utilizadas a norma europeia EN 14630:2006 e a
recomendação CPC 18 da RILEM (1988). De acordo com esta última, a solução com
fenolftaleína deve ser preparada a partir da dissolução de 10 g do reagente em 700
ml de etanol, que devem ser diluídos, posteriormente, em 300 ml de água destilada.
Para o processo de medida deve-se fraturar parte do concreto, de forma a expor a
região interna para a aspersão da solução contendo o indicador. Nesta fase deve-se
evitar o corte do concreto com equipamentos de disco cortante, bem como o
umedecimento ou aspersão de água no concreto antes da medida, sendo
recomendada a retirada do excesso de poeira resultante da fratura com pincel ou
jato de ar comprimido. Em até um minuto depois da fratura, deve ser aspergida a
solução. A recomendação da RILEM (1998) orienta que as medidas sejam feitas 24
horas após a aspersão do indicador. Contudo, Castro (2003), citado por Cascudo e
Carasek (2011), demonstrou que não há variações significativas quando a medida
ocorre 10 minutos após a aspersão.
64
4.4.3 Tratamento e análise de resultados
Bungey, Millard e Grantham (2006) afirmam que, como a faixa de viragem da
fenolftaleína está abaixo do pH no qual já há risco de corrosão das armaduras e
devido a imprecisões do processo, é possível que uma faixa de 5 mm a diante da
frente incolor já pode apresentar pH nocivo à passivação da armadura. Contudo, a
precisão do ensaio pode ser aumentada pela realização de cinco leituras, reduzindo
a faixa de risco para 2 mm.
Tendo os valores de profundidade de carbonatação medidos, deve-se
compará-los com a espessura do cobrimento sobre as armaduras e assim
determinar se a frente de carbonatação já atingiu a porção de concreto que permeia
as armaduras. Caso a armadura ainda não tenha sido alcançada, o tempo para que
isso aconteça pode ser estimado, através da expressão baseada em Tutti (1982),
bastante difundida, apresentada na Equação 6. (BUNGEY, MILLARD e
GRANTHAM, 2006).
(6)
Onde D é a profundidade de carbonatação (mm), K é o coeficiente de
propagação da carbonatação (mm/ano0,5) e t é o tempo (ano). Sabendo-se a
profundidade de carbonatação em determinada idade t, e assumindo nula a
profundidade de carbonatação quando t = 0, é possível obter o valor de K, e definir t
quando D é igual à espessura de cobrimento da armadura. Porém, é válido reafirmar
que se trata de uma estimativa, e, portanto, não deve ser substitutiva ao
acompanhamento das condições da estrutura em campo. Outras expressões com a
mesma finalidade constam na literatura, considerando, inclusive, mais variáveis.
4.5 RESISTIVIDADE DO CONCRETO
Apesar de não fornecer informações diretas sobre a taxa de corrosão das
armaduras, o estudo e a determinação da resistividade do concreto são muito
importantes devido ao fato que esta propriedade, assim como o acesso de oxigênio,
é fundamental no controle do processo eletroquímico sobre o qual se baseia a
corrosão das armaduras inseridas no concreto. Neste contexto, um concreto de
65
baixa resistividade oferece maior condutividade aos íons no eletrólito, acelerando,
assim, a propagação da corrosão. (CASCUDO, 1997; CARINO, 2004).
A técnica de medição da resistividade elétrica baseia-se na aplicação de uma
diferença de potencial entre eletrodos colocados em contato com a superfície ou até
mesmo no interior do concreto, sendo posteriormente medida a corrente resultante.
Relacionando-se a tensão aplicada e a corrente medida (lei de Ohm), é possível
obter a resistência elétrica do sistema. Contudo, a resistência (R) depende das
dimensões do sistema e não é uma propriedade do material, sendo a resistividade
(ρ) então calculada levando em consideração o comprimento percorrido pela
corrente (L) e a área da seção transversal do sistema (A), como pode ser observado
na Equação 7. (RIBEIRO e CUNHA, 2014; MEHTA e MONTEIRO, 2014).
(7)
4.5.1 Equipamento de ensaio
Dentre os métodos para a medição da resistividade do concreto, os dois
principais são o dos quatro eletrodos (método de Wenner) e o dos três eletrodos,
normalizado no Brasil pela ABNT. Este último é menos aplicável e prático, uma vez
que sua prescrição na norma NBR 9204:2012 admite apenas corpos de prova pré-
moldados ou testemunhos extraídos, além de a montagem da célula de ensaio ser
mais difícil quando comparado com o primeiro método. (CASCUDO, 1997; RIBEIRO
e CUNHA, 2014). Portanto, esta seção tratará apenas do método de Wenner.
O método de Wenner tem sido tradicionalmente aplicado para a medição da
resistividade de solos há muitos anos, sendo que recentemente equipamentos foram
desenvolvidos para a medição em concreto, o que facilitou a utilização deste método
in situ. O equipamento é composto de quatro eletrodos posicionados em linha,
espaçados por uma mesma distância, como apresentado na figura 14. Quando
colocados em contato com a superfície do concreto, há a passagem de uma
corrente alternada de baixa frequência entre os eletrodos exteriores, ao passo que
um voltímetro conectado aos eletrodos interiores faz medição da diferença de
potencial entre eles. Tendo esses valores, a resistividade aparente é obtida pela
66
Equação 8. (CARINO, 2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006; RIBEIRO e
CUNHA, 2014).
(8)
Onde s é o espaçamento entre eletrodos, i é a corrente medida por
amperímetro conectado aos pinos exteriores e ΔV a diferença de potencial medida.
FIGURA 14 – ENSAIO DE RESISTIVIDADE DE QUATRO ELETRODOS
FONTE: adaptado de Carino (2004).
4.5.2 Procedimento
De acordo com as recomendações técnicas da RILEM TC 154-EMC (2000),
as medidas de resistividade do concreto devem ser realizadas sobre superfícies
limpas, livres de óleos ou qualquer outra contaminação. Previamente, a localização
das armaduras deve ser demarcada com o uso de um localizador eletromagnético.
Deve-se também utilizar acessórios esponjosos ou de madeira constantemente
umedecidos nas pontas dos eletrodos, de forma a garantir o contato efetivo com o
concreto. Com a mesma finalidade, pode-se umedecer levemente a região de
contato, sendo não recomendadas a molhagem excessiva e a presença de filme
aquoso na superfície, uma vez que estas podem induzir a resultados diferentes das
condições prevalentes no concreto. Devem ser feitas pelo menos cinco leituras,
67
respeitando um espaçamento de ordem milimétrica entre elas, sendo que dentre as
cinco, deve ser considerada apenas a mediana.
As áreas de medição devem levar em conta a representatividade diante da
composição do concreto, as condições de exposição e a importância do elemento
estrutural. Salienta-se também que a ação de temperaturas muito elevadas ou muito
baixas sobre as estruturas podem interferir nos resultados, devendo, assim, ser
evitadas. A sonda deve ser posicionada, na diagonal, o mais distante possível das
armaduras, de acordo com o recomendado pela RILEM TC 154 (2000). Contudo,
Salehi (2013) afirmou, depois de detalhado estudo, que a posição mais indicada
para a menor interferência possível das armaduras é paralela à armadura principal.
O mesmo autor afirmou que as medidas feitas perpendicularmente a uma barra de
aço não sofrem influência significativa, desde que esta não seja ligada a uma malha,
já que neste caso pode haver uma redução de até 20% na resistividade medida
frente à resistividade real. As considerações de Salehi (2013) são relevantes, uma
vez que, em muitos casos, os vergalhões que compõem as armaduras não têm
espaçamento suficiente para que seja possível garantir que não haja aço sob a
região ensaiada.
É recomendável que para cada área, sejam feitas medidas suficientes para
estabelecer um conjunto de gráficos representativo que inclua a resistividade média
e também a variação na região estudada, sendo usualmente apropriado um
espaçamento de um metro entre medidas. (RILEM TC 154-EMC; 2000).
4.5.3 Tratamento e análise de resultados
Devido à relação entre as taxas de corrosão e a condutividade de elétrons no
eletrólito, muitos pesquisadores estabelecem faixas de relação entre a possibilidade
de corrosão e o potencial medido. Um modelo bastante difundido no meio técnico é
recomendado pela RILEM TC 154 (2000), o qual é apresentado na Tabela 6. Ainda
de acordo com a mesma recomendação técnica, os valores de referência a 20ºC
para concretos de estruturas de mais de 10 anos expostas é de 20 a 50 kohm.cm
quando produzidos com cimento comum, e de 50 a 200 kohm.cm quando
produzidos com aglomerantes que contêm mais de 65% de escória, ou mais de
25% de cinzas volantes ou mais de 5% de sílica.
68
TABELA 6 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DA RESISTIVIDADE SEGUNDO A RILEM TC 154
Resistividade do concreto Risco de corrosão
> 100 kohm.cm desprezível
50 a 100 kohm.cm baixa
10 a 50 kohm.cm moderada
< 10 kohm.cm alta
FONTE: adaptada de RILEM TC 154 (2000).
4.5.4 Fatores intervenientes
Bungey, Millard e Grantham (2006) ainda destacam alguns fatores que devem
ser considerados na interpretação de resultados obtidos em ensaios in situ.
Primeiramente, como já apontado, a proximidade de barras de aço com a superfície
de ensaio podem subestimar a resistividade do concreto. Variações em camadas do
concreto, como frente de carbonatação ou molhagem, podem, respectivamente,
superestimar ou subestimar a resistividade. Quando realizado em elementos
estruturais muito finos ou nas proximidades de cantos da peça estrutural ensaiada o
resultado obtido é maior que o real. Deve-se observar também as condições
climáticas, sempre considerando que ambientes mais úmidos e/ou mais quentes
favorecem a condutividade.
4.6 POTENCIAL DE CORROSÃO
A facilidade com a qual ocorrem as reações de redução e oxidação é
governada pelos seus respectivos potenciais de eletrodo, os quais podem ser
definidos como uma diferença de potencial estabelecida entre o metal e a solução
em que está imerso causada por uma distribuição de cargas elétricas em sua
interface. Sendo assim, esses potenciais afetam o quão vigorosamente o ânodo
corrói quando se forma a célula de corrosão. Geralmente, busca-se expressar o
potencial de eletrodo para a reação de oxidação; este valor representa, então, a
predisposição dos átomos do metal em liberar elétrons e entrarem na solução como
íons positivos. (CASCUDO,1997; CARINO, 2004).
Contudo, é praticamente inviável obter a medida absoluta do potencial de
eletrodo de um metal em uma solução qualquer, sendo então necessária a medida
em relação a um eletrodo de referência. Neste contexto, forma-se uma pilha
eletroquímica composta de duas semi-células e a medida representa a voltagem que
69
iguala o potencial de eletrodo da região anódica, a qual se deseja analisar, com o
potencial de eletrodo da região catódica que, nesta ocasião, ocorre na semi-célula
de referência. (CASCUDO,1997; CARINO, 2004).
Em suma, os valores de potencial de eletrodo do aço no concreto, também
chamado de potencial de corrosão, são indicativos da propensão à transferência de
carga elétrica entre o aço e a solução aquosa presente no concreto, fornecendo
apenas informações qualitativas que permitem analisar a probabilidade da
ocorrência ou não de corrosão nas armaduras, não sendo aconselhável seu uso
para a dedução da velocidade de corrosão. Apesar de não ter caráter quantitativo, o
método de medição do potencial de corrosão é o mais difundido para o
monitoramento em campo de estruturas de concreto armado, tendo em vista a
corrosão da armadura. (CASCUDO, 1997).
4.6.1 Equipamentos de ensaio
Para a medida dos potenciais eletroquímicos são necessários, basicamente,
um voltímetro de alta impedância com resolução em nível de milivolts e um eletrodo
de referência. Os eletrodos de referência mais utilizados, segundo Cascudo (1997),
são os de calomelano saturado e o de cobre/ sulfato de cobre. Este último é descrito
na norma americana ASTM C 876-09 e é composto por uma barra de cobre imersa
em uma solução saturada de sulfato de cobre. É valido destacar que a voltagem
medida é dependente do eletrodo utilizado, sendo essa consideração importante no
momento da análise dos resultados. (CARINO, 2004; BUNGEY, MILLARD e
GRANTHAM, 2006).
Adicionalmente, devem ser utilizadas fiação adequada para conexão dos
eletrodos com o voltímetro que não exceda 150 metros e uma esponja embebida em
líquido de alta condutividade, sendo recomendada pela ASTM C 876-09 a
dissolução de detergente em água potável na concentração 4 a 5 mL/L. A finalidade
deste último item é garantir uma ponte condutora entre o concreto e o eletrodo de
referência. (CASCUDO, 1997; RILEM TC 154 EMC, 2003). A Figura 15 apresenta os
instrumentos de ensaio posicionados de acordo com a ASTM C 876-09.
70
FIGURA 15 – ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO
FONTE: adaptado de Carino (2004).
4.6.2 Procedimento
Dentre as bibliografias consideradas neste capitulo, a mais citada é a ASTM C
876-09. Portanto, como não há norma brasileira tratando deste método de ensaio,
será descrito aqui o procedimento orientado pela norma estados-unidense.
Primeiramente, é necessário estabelecer uma ligação elétrica entre o terminal
positivo do voltímetro e a armadura. Para isto, deve-se remover uma porção do
concreto de cobrimento, raspar o aço até que esteja brilhante e conectar o cabo à
região exposta, garantindo a melhor condutividade possível na ligação. Em seguida,
deve ser posicionado o eletrodo de referência sobre a superfície, tendo a ligação
garantida por esponja embebida em solução como descrito em 4.6.1. Caso a leitura
se mostre instável, é necessário fazer pré-umedecimento da superfície. É válido
lembrar que as leituras indicam a probabilidade de corrosão no aço localizado
abaixo da superfície onde o eletrodo de referência foi posicionado, sendo possível,
portanto, fazer várias leituras alternando apenas a posição do eletrodo de referência
e mantendo-se a mesma conexão com a armadura para um mesmo elemento
estrutural, desde que a armadura que se deseja medir esteja eletricamente ligada à
armadura conectada ao polo positivo do voltímetro.
De acordo com a referida norma, o espaçamento entre medições deve ser
determinado de acordo com o tipo de estrutura e o objetivo do ensaio.
Espaçamentos excessivos podem privar da detecção de micro células de corrosão,
71
sendo recomendado que as medidas sejam refeitas com menor espaçamento
quando medidas adjacentes apresentam diferenças acima de 150 mV.
4.6.3 Tratamento e análise de resultados
A apresentação dos resultados obtidos no ensaio de potencial de corrosão
pode se dar pelo mapeamento da estrutura por meio de linhas equipotenciais
demarcadas a partir do levantamento de diversos pontos medidos, permitindo
analisar regiões críticas de alto risco de corrosão. Outra forma encontrada na
literatura é a expressão dos resultados em diagramas de frequência acumulada que
permitem inferir a quantidade, em percentagem, de medidas acima ou abaixo de um
determinado valor de potencial podendo dar uma visão geral da condição do
elemento estrutural, seguindo um critério de avaliação pré-determinado. Há ainda a
possibilidade de acompanhar os potenciais com o tempo, com a repetição periódica
das medidas nos mesmos pontos. (CASCUDO, 1997).
Quanto aos critérios de avaliação, os valores de potencial de corrosão podem
ser relacionados à probabilidade de ocorrência de corrosão. Esta relação é objeto de
vários estudos e é apresentada também em normas. A Tabela 7 foi extraída de
Bungey, Millard e Grantham (2006) e compila relações presentes na norma ASTM C
876-09, em Langford e Bromfield (1987) e em Bjecovic, Mikulic e Seculic (2000).
TABELA 7 – CRITÉRIOS DE AVALIAÇÃO DO POTENCIAL DE CORROSÃO
Cu/CuSO4 Ag/AgCl
E < -350 E < -270 > 90 %
-200 < E < -350 -120 < E < -270 incerta
E > -350 E > -120 < 10 %
Potencial de corrosão (mV) relativo a
diferentes eletrodos de referência Probabilidade de corrosão
FONTE: adaptado de Bungey, Millard e Grantham (2006).
4.6.4 Fatores intervenientes
Diversos fatores interferem nos resultados do ensaio de potencial de
corrosão. A maior resistividade do concreto na superfície causada pela
carbonatação ou baixa umidade produz leituras de potencial menos negativas que o
real. Efeito contrário é ocasionado pelas altas concentrações de íons cloreto,
podendo causar distorções de até 100 mV mais negativos. Além desses fatores, a
72
execução do ensaio e obtenção das leituras pode ser prejudicada em concretos de
alta qualidade e cobrimentos muito espessos. Portanto, para estas situações, deve-
se ser mais criterioso ao usar os critérios de avaliação apresentados. (CASCUDO,
1997; CARINO, 2004; BUNGEY, MILLARD e GRANTHAM, 2006).
73
5 MATERIAIS E MÉTODOS
5.1 MATERIAIS
Este trabalho visou à avaliação estrutural de viadutos, os quais foram
selecionados em banco de dados disponibilizado pelo EMEA da UFPR. Este banco
de dados contém documentos, projetos, memoriais descritivos e relatório de
inspeções anteriores de mais de 500 obras de arte especiais em rodovias
administradas pelo DNIT nos estados do Paraná e Santa Catarina.
A escolha das obras que comporiam estes estudos de caso respeitou os
seguintes critérios:
Os viadutos deveriam estar localizados no município de Curitiba ou em
sua região metropolitana, evitando-se longas distâncias que pudessem
inviabilizar visitas e retorno para inspeções e ensaios;
Disponibilidade de projeto ou memorial descritivo ou de cálculo que
pudessem colaborar com o planejamento das inspeções e com a
análise do comportamento da estrutura;
Semelhança em morfologia, a fim de que outros aspectos pudessem
ser comparados, como microclima e a influência da qualidade do
concreto ou de elementos secundários na resistência da estrutura a
mecanismos deletérios;
Exposição da estrutura a agressividade ambiental elevada, a fim de
analisar quão afetadas as estruturas estariam e quão preparadas
estavam para resistir à tendência de deterioração destes ambientes.
Posterior à análise criteriosa dos viadutos disponíveis no banco de dados,
optou-se por quatro viadutos, dois no Centro Industrial de Araucária (A1 e A2) e dois
na Cidade Industrial de Curitiba (B1 e B2).
5.1.1 Viadutos A1 e A2
5.1.1.1 Informações Gerais
Os viadutos A1 e A2 (Figura 16) são adjacentes e ambos têm 104,0 m de
comprimento e 11,30 m de largura. Estão localizados no Centro Industrial do
74
município de Araucária (CIAR), região metropolitana de Curitiba, no estado do
Paraná, mais precisamente na rodovia BR 476. Foram construídos simultaneamente
no início da década de 1980 e, atualmente, são administrados pelo DNIT.
FIGURA 16 – VIADUTO A1 (À ESQUERDA) E VIADUTO A2 (À DIREITA)
FONTE: Acervo EMEA (2015).
Próximo a eles está a Refinaria Getúlio Vargas, conhecida também como
Repar. De acordo com informações contidas no website da Petrobrás (acesso em
outubro de 2016), esta refinaria é responsável por cerca de 12% da produção
brasileira de derivados de petróleo e está em funcionamento desde maio de 1977. É
a maior indústria do sul do país na atualidade, tendo nos últimos anos se adequado
a exigências de sustentabilidade nacionais e internacionais, empregando novos
equipamentos de rebatimento, a fim de melhorar a qualidade do ar na região.
Outras indústrias estão localizadas nas proximidades do viaduto, como a
IMCOPA, que atua no esmagamento e produção de derivados de soja, a Altech
Brasil, que produz alimento e suplementos para animais, e a Trane do Brasil, onde
são produzidos peças e equipamentos de refrigeração. Devido à alta concentração
de indústrias na região, há também um fluxo intenso de caminhões responsáveis
pelo transporte de matéria prima e escoamento dos produtos. Sendo assim, pode-se
afirmar que os viadutos estão localizados em região de alta agressividade ambiental,
de classe III, segundo a NBR 6118:2014, o que representa elevado risco de
deterioração à estrutura. A Figura 17 apresenta a localização das OAEs citadas.
75
FIGURA 17 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS VIADUTOS A1 E A2
FONTE: Google Earth (acessado em novembro de 2015).
5.1.1.2 Dados disponíveis
As informações aqui apresentadas estão presentes no projeto executivo da
obra, segundo o qual, as estruturas foram executadas com concreto com resistência
característica à compressão de no mínimo 18 MPa e aço CA 50.
Ambas as OAEs têm superestrutura composta por duas lajes com 2,45
metros de balanço nas laterais e uma viga caixão trapezoidal, com 2,20 metros de
altura, 6,20 metros de largura superior e 5,20 metros de largura inferior, com
espessura de 0,45 metros nos elementos de seção transversal vertical e espessura
variável entre 0,22 e 0,12 metros nos elementos de seção transversal horizontal.
Longitudinalmente ao eixo da ponte, as vigas têm balanço de 7,00 metros nas
extremidades, dois vãos de 28,50 metros e um vão central de 33,00 metros. Os
esforços atuantes na superestrutura são transferidos aos pilares das extremidades
por aparelhos de apoio de neoprene e aos pilares centrais por rótulas de concreto.
A mesoestrutura é composta por quatro pares de pilares de seção transversal
circular, sendo o diâmetro dos pilares das extremidades igual 1,00 metro e o dos
demais pilares igual a 1,20 metros. A altura dos pilares centrais é de 5,35 metros
enquanto os pilares de extremidade têm altura variável. Os esforços suportados
76
pelos pilares são transferidos para a infraestrutura por meio de engaste entre os
pilares e blocos de fundação.
A infraestrutura é composta de blocos de fundação de concreto armado, de
dimensões não informadas, e estacas metálicas compostas de dois perfis I-10’’
soldados. A Figura 18 apresenta croquis que representam as OAEs aqui descritas.
FIGURA 18 – CROQUIS TIPO DE A1 E A2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b) PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR
(a)
(b)
(c)
FONTE: adaptado do Acervo EMEA (2016).
77
5.1.2 Viadutos B1 e B2
5.1.2.1 Informações Gerais
Os viadutos B1 e B2 (Figura 19) também são adjacentes. Ambos contêm
61,70 m de comprimento e 12,55 m de largura. Localizam-se na Cidade Industrial do
município de Curitiba, capital do estado do Paraná. Estão no km 600,7 da rodovia
BR 376. São também administrados pelo DNIT e sua construção data da segunda
metade da década de 1970.
FIGURA 19 – VIADUTO B1 (a) E VIADUTO B2 (b)
(a)
(b)
FONTE: Acervo EMEA (2016).
Próximo ao viaduto há uma grande concentração de indústrias, como a
Mondeléz e a La Violetera, que atuam no ramo alimentício, a Denso do Brasil,
produtora de autopeças e componentes automotivos, a Peróxidos do Brasil,
fabricante de peróxido de hidrogênio, e a Isdralit, que produz telhas e caixas d’água
com fibras imersas em matriz cimentícia ou polimérica. Dado a forte presença
industrial nos arredores da OAE, considera-se que esta se insere em meio
agressivo, de classe III pelos critérios da NBR 6118:2014, assim como nos viadutos
A1 e A2. A Figura 20 apresenta vista aérea da região onde estão os viadutos e
indica sua localidade.
78
FIGURA 20 – VISTA DE SATÉLITE DA REGIÃO DE LOCALIZAÇÃO DOS VIADUTOS B1 E B2
FONTE: Google Earth (acessado em novembro de 2016).
5.1.2.2 Dados disponíveis
De acordo com o projeto executivo dos viadutos, as estruturas foram
executadas com concreto de resistência característica à compressão de ao menos
18 MPa e aço CA 50.
Ainda segundo o projeto, a superestrutura das OAEs B1 e B2 é composta de
uma viga caixão trapezoidal e duas lajes em balanço. A viga trapezoidal tem 2,09 m
de altura, 6,70 m de largura no topo e 5,70 m de largura na base. Suas paredes têm
espessura variável entre 0,40 m e 0,60 m nas laterais e entre 0,12 e 0,30 m na base.
As vigas vencem um vão de 24,50 m e balanços de 6,00 m nas extremidades. Já as
lajes estão engastadas à viga ao longo de seu comprimento, tendo balanço de 2,90
m e espessura variável entre 0,18 e 0,40 m. As cargas da superestrutura são
transferidas à mesoestrutura por meio de aparelhos de apoio de neoprene nas
extremidades e do tipo rótula de concreto nos pilares centrais.
Em projeto, a mesoestrutura é composta de seis pilares de concreto armado,
de seção circular, com 0,80 m de diâmetro. Os pilares à extremidade são envolvidos
por taludes tendo altura de aproximadamente de 2,95 m, enquanto os pilares
centrais têm aproximadamente 5,95 m de altura.
79
A infraestrutura é composta por sapatas circulares, apoiadas sobre camada
rochosa do solo, sendo o diâmetro de sua base igual a 3,20 m e de seu topo igual a
1,00 m. A Figura 21 mostra os croquis representativos das OAEs B1 e B2.
FIGURA 21 – CROQUIS TIPO DE B1 E B2: (a) PERFIL LONGITUDINAL, (b) PERFIL TRANSVERSAL E (c) VISTA INFERIOR
(a)
(b)
(c)
FONTE: adaptado do Acervo EMEA (2016).
Em análise no banco de dados, notou-se a existência de projeto de reforço
para os viadutos B1 e B2. Contudo, tal projeto encontra-se, atualmente, em posse
do DNIT e não foi possível acessá-lo para consulta até a conclusão deste trabalho. A
informação da existência da aplicação de reforços nesse viaduto é de extrema
importância, uma vez que dados obtidos através dos ensaios realizados nestes
viadtutos representam não apenas a condição da estrutura original exposta ao
80
ambiente agressivo desde sua construção, mas também do material de reforço, com
menor tempo de exposição e material de características diferentes.
5.1.3 INFORMAÇÕES DE MACROCLIMA
Como há apenas 7 km de distância entre os dois pares de viadutos (A1 e A2 /
B1 e B2), considera-se que ambos estão submetidos às mesmas condições
climáticas. Para analisar tais condições, buscaram-se as cartas climatológicas do
estado do Paraná e dados da estação meteorológica mais próxima para os quatro
viadutos, a qual se encontra no campus Centro Politécnico da UFPR.
As cartas climáticas do estado do Paraná apresentam em mapas a
compilação de dados coletados de estações meteorológicas pelo Instituto
Agronômico Paranaense, tais dados foram analisados e tratados por Caviglione et
al. (2000) e fornecem informações sobre precipitação, temperatura,
evapotranspiração, classificação climática, umidade relativa e rosa dos ventos.
Já os registros da estação meteorológica de Curitiba foram obtidos na
plataforma on line do Instituto Nacional de Meteorologia (INMET). Esta apresenta,
para as últimas quatro décadas, registros de temperatura média, umidade relativa do
ar, precipitação, pressão atmosférica, insolação e direção e velocidade do vento.
De acordo com Caviglione et al. (2000), o clima em Curitiba é temperado, com
temperaturas médias abaixo de 18ºC no inverno, com verões frescos, sendo a
temperatura média no mês mais quente inferior a 22ºC, não havendo estação seca
definida. No geral, pode-se afirmar que a região conta com temperaturas amenas e
grandes volumes precipitados ao longo do ano. Os meses mais chuvosos são os do
verão, contudo os meses mais frios têm também altos índices pluviométricos. Já as
médias das temperaturas máximas e mínimas diferenciam-se em torno de 7ºC para
todos os meses do ano. A Figura 22 apresenta as médias mensais climatológicas de
precipitação e temperaturas dos últimos 30 anos.
A umidade relativa do ar da região é alta e varia pouco ao longo do ano,
segundo dados do INMET. O gráfico apresentado pela Figura 23 mostra os dados
médios mensais registados para umidade desde 1976. Nele pode-se observar que
os valores registrados estão geralmente entre 75% e 85%.
81
FIGURA 22 – MÉDIAS CLIMATOLÓGICAS DE CURITIBA (1985-2015)
FONTE: Portal Climatempo (acessado em novembro de 2016).
FIGURA 23 – UMIDADE RELATIVA DO AR EM CURITIBA (1978-2016)
FONTE: INMET (acessado em novembro de 2016).
A respeito da incidência de raios solares sobre a região, observa-se o
reduzido tempo de insolação diário na região, o que significa que a cidade tem
predominância de dias nublados. A Figura 24 demonstra as médias mensais de
insolação diária na região nos últimos 38 anos. Pode-se observar que raramente a
insolação média mensal passou a marca de 2,5 horas diárias.
82
FIGURA 24 – INSOLAÇÃO DIÁRIA EM CURITIBA (1978-2016)
FONTE: INMET (acessado em novembro de 2016).
Quanto aos ventos, observam-se baixas velocidades e predominância nas
direções oeste, sudoeste e sul, como pode ser observado no mapa de rosas dos
ventos de cidades paranaenses contido nas cartas climáticas do Paraná,
apresentadas aqui na Figura 25. Como a cidade de Curitiba não está evidenciada
nesta carta, toma-se como base a rosa do município de Pinhas, que se localiza na
região metropolitana, bem próxima a Curitiba. A série histórica de velocidade de
ventos registada pela estação meteorológica (representada no gráfico da Figura 26)
aponta que os ventos atuantes são em geral aragem ou brisa leve com velocidades
médias entre aproximadamente 1,5 e 3,5 km/h.
FIGURA 25 – ROSAS DE VENTOS PREDOMINANTES NO PARANÁ
FONTE: IAPAR (acessado em novembro de 2016).
83
FIGURA 26 – VELOCIDADES DO VENTO EM CURITIBA (1978-2016)
FONTE: INMET (acessado em novembro de 2016).
5.2 MÉTODOS
5.2.1 Inspeção Visual
Uma primeira visita foi feita aos viadutos para realização da inspeção visual.
Nesta inspeção, foram listadas todas as anomalias notadas nos viadutos. Para isto,
essa etapa foi baseada na lista de anomalias utilizada pelo EMEA, presente no
Anexo C e citada na seção 4.1. Cada anomalia registrada foi fotografada e teve suas
dimensões estimadas. No caso de fissuras, mediu-se a abertura máxima de cada
uma com fissurômetro, sempre que estavam ao alcance dos inspetores, nos casos
onde o acesso à fissura não era possível, as aberturas das fissuras foram
estimadas. Em seguida foi feita também a classificação dos parâmetros estruturais e
de durabilidade dos viadutos, considerando a norma NBR 9452: 2016.
Nesta primeira fase, foram também feitas medições de concentração de gás
carbônico no ar e de umidade relativa do ar, utilizando-se de um medidor de dióxido
de carbono, umidade e temperatura, modelo AZ 77535. Para tal fim, um dos
inspetores posicionou-se no centro do maior vão entre os dois viadutos, e anotou os
resultados apontados pelo aparelho, assim que os valores apresentados atingissem
estabilidade.
84
5.2.2 Escolha dos ensaios
Os ensaios escolhidos levaram em conta as condições ambientais às quais a
estrutura está exposta, dados coletados e observações da inspeção visual.
Primeiramente, decidiu-se caracterizar a uniformidade do concreto e sua qualidade,
a partir de ensaios de esclerometria e ultrassom, os quais são de fácil execução e
fornecem informações relevantes. Em seguida, tendo detectado pela inspeção visual
sinais de corrosão das armaduras, sobretudo nos pilares, decidiu-se que os ensaios
de resistividade poderiam colaborar na análise da qualidade do concreto, estudando-
se assim sua propensão em favorecer a corrosão. E, por último, com a finalidade de
determinar a causa da corrosão percebida e detectar a ocorrência de corrosão em
outras regiões que ainda não apresentaram sintomas visíveis, decidiu-se realizar
ensaios de medição da profundidade de carbonatação, já que a estrutura localiza-se
em ambiente industrial e distante do litoral, e potencial de corrosão. Estes últimos
ensaios foram feitos em conjunto, tendo em vista a necessidade de remoção de uma
porção do concreto para a execução de ambos os ensaios. A seguir, a execução dos
ensaios é descrita mais detalhadamente, assim como as considerações feitas e os
pontos medidos.
5.2.3 Esclerometria
A execução do ensaio de esclerometria ocorreu conforme preconizado pela
NBR 7584:2012. Primeiramente, a fim de evitar a obtenção de dados não
representativos, foram demarcadas as posições das armaduras com o auxílio de
pacômetro. Em seguida, foi traçado um reticulado para auxiliar no momento de
realização dos impactos, garantindo, assim, a distância mínima estabelecida em
norma. A superfície foi preparada com polimento utilizando disco de carbonodurum e
os impactos foram feitos com o equipamento posicionado ortogonalmente à
superfície, na horizontal. Foram feitas 16 medidas para cada ponto de ensaio e o
índice final foi calculado de acordo com as recomendações da norma brasileira. A
Figura 27 apresenta as etapas de procedimento do ensaio.
Para este ensaio, utilizou-se o Silver Schimidt tipo N da fabricante Proceq.
Este esclerômetro possui energia de impacto de 2207 Nm e é recomendado para
85
obtenção de índices esclerométricos em concretos com resistência à compressão
entre 10 e 100 MPa.
FIGURA 27 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE ESCLEROMETRIA
FONTE: Autor (2016).
Buscou-se padronizar os pontos de medição para todos os elementos
ensaiados, sendo considerado o acesso ao local de ensaio, respeitando a segurança
e conforto do medidor para garantir que todos os impactos fossem realizados com
correto posicionamento do esclerômetro, a possibilidade de repetição dos critérios
em todos os elementos ensaiados e a relevância da região em representar as
características mais desfavoráveis do concreto.
Determinou-se, então, a realização dos ensaios em todos os pilares centrais e
em pelo menos dois pilares sobre taludes de cada viaduto. Nos pilares, as medidas
foram realizadas a aproximadamente 1,5 m do solo, uma vez que, através da
inspeção visual, observou-se desplacamento e fissuração nos pés de alguns pilares,
86
impossibilitando medidas acuradas em todos os pilares nesta altura, e também pelo
fato de esta ser uma altura ergonômica ao medidor. Foi também definido que as
medidas fossem feitas na superfície do pilar voltada ao exterior da OAE, posto que é
esperada maior exposição desta região às intempéries, o que pode prejudicar a
qualidade do concreto.
As vigas não foram consideradas, uma vez que a única forma de alcançá-las
seria pelo talude, o qual, em alguns casos, encontrava-se escorregadio ou
excessivamente íngreme, não oferecendo segurança aos operadores do ensaio.
Ao final deste capítulo, será apresentado croqui com a localização dos pontos
de ensaios de esclerometria e de todos os outros ensaios realizados neste trabalho.
5.2.4 Velocidade de propagação de ondas ultrassônicas
A determinação da VPOU no concreto foi executada tendo como base a
norma NBR 8802:2013. Nos viadutos B1 e B2 foi possível a obtenção de medidas
com os transdutores em posição direta; contudo, o mesmo não foi possível nos
viadutos A1 e A2, onde as medições mostraram-se inconstantes, possivelmente pelo
maior diâmetro dos pilares e pela condição de acesso deficitária aos pilares das
extremidades, optando-se, assim, pelo posicionamento semi-direto dos transdutores
nestes viadutos.
Inicialmente, o ponto de acoplamento do emissor foi localizado ao lado do
reticulado desenhado para o ensaio de esclerometria, e o segundo ponto, para
acoplamento do receptor foi demarcado, com auxílio de trena, a um quarto da
circunferência para medidas semi-diretas e a meia circunferência para medidas
diretas. Para ambos os pontos foi checada a ausência de armaduras abaixo da
superfície onde os transdutores foram posicionados. Foi aplicado gel à face de
emissão e recepção dos transdutores para garantir o acoplamento adequado com a
superfície do concreto e os resultados anotados assim que a medição mostrava-se
estável. A Figura 28 demonstra etapas de execução do ensaio de VPOU.
Para estes ensaios foi utilizado o equipamento de teste ultrassônico Pundit
Lab da Proceq, com transdutores de 54 kHz padrão, os quais se mostraram mais
adequados, tendo em vista os materiais empregados no concreto e o diâmetro
elevado dos pilares. O aparelho permite a entrada da distância entre a face dos
87
transdutores e fornece além do tempo de percurso, a velocidade da onda já
calculada.
FIGURA 28 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE VPOU
FONTE: Autor (2016).
Este ensaio foi realizado em todos os pilares onde foi medido o índice
esclerométrico, também à altura de 1,5 m.
5.2.5 Resistividade do Concreto
Os ensaios de resistividade foram guiados pela recomendação do RILEM TC
154-EMC e pelas considerações de Salehi (2013) descritas em 4.5.2. Primeiro a
posição das armaduras foi demarcada com a utilização de pacômetro. Tendo
constatado a impossibilidade de posicionamento dos eletrodos em região sem
intercepção de armaduras, decidiu-se posicionar o aparelho ortogonalmente aos
estribos, de forma que estes estivessem centralizados entre eletrodos centrais. A
superfície foi devidamente lixada antes dos ensaios, para evitar a interferência de
sujeira ou tintas no resultado.
Como as tabelas de classificação do favorecimento à corrosão por baixa
resistividade são dadas para concretos saturados com superfície seca, buscou-se
umidificar os elementos ensaiados para deixa-los o mais próximo dessa condição de
umidade. Para isto foi feita aspersão de água com a utilização de um borrifador. Um
ciclo de três borrifadas seguidas de um pequeno tempo de pausa para absorção da
água aspergida foi repetido quinze vezes para cada região de medição. Foram feitas
cinco medições e a mediana destas foi tomada como o resultado final da
88
resistividade para o ponto ensaiado. Os procedimentos adotados para o ensaio de
resistividade são ilutrados na Figura 29.
FIGURA 29 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE RESISTIVIDADE
FONTE: Autor (2016).
A sonda de Wenner utilizada neste ensaio foi o equipamento Resipod da
empresa Proceq. Este equipamento possui espaçamento de 50 mm entre eletrodos
e já fornece os valores de resistividade medidos.
Os ensaios de resistividade foram realizados nos pilares onde foram feitos os
ensaios de ultrassom e esclerometria, a 1,5 m e também a 0,5 m do solo. As
medidas foram feitas em dois pontos por pilar (0,5m e 1,5m) para se identificar
possíveis variabilidades, e também para se obter informações do concreto no pé do
pilar, região onde foi observada, em inspeção visual, grande incidência de sintomas
de corrosão. Nos pés de pilares com desplacamento e forte fissuração, as medidas
de resistividade foram feitas na altura mais baixa contendo concreto íntegro acima
de 0,5 m, visto que não seria possível conseguir resultados confiáveis em regiões
deterioradas por causa da irregularidade da superfície.
5.2.6 Profundidade de Carbonatação
Os ensaios de medição da profundidade de carbonatação seguiu a literatura
consultada na seção 4.6.2. Foi feito o lascamento do concreto com uso de martelete
elétrico ou pontal e marreta nas regiões de cobertura de armadura, buscando,
assim, expô-la, sendo possível fazer medições para toda a espessura de cobrimento
89
e também viabilizando o ensaio de potencial de corrosão. Como esta operação de
fratura do concreto é trabalhosa e exige reparo posterior, decidiu-se realizá-la
apenas em dois pilares para cada viaduto. Considera-se que esta quantidade de
medições é também suficiente para julgar a ocorrência ou não de carbonatação na
porção de concreto que permeia o aço para os demais elementos estruturais, uma
vez que serão feitos também ensaios de potencial de corrosão nos pilares onde foi
fraturado o concreto e em todos os pilares com sinais visíveis de corrosão. Caso
seja constatada a carbonatação profunda nos pilares ensaiados e em seguida a alta
possibilidade de corrosão por ensaio de potencial de eletrodo, pode-se afirmar que a
redução do pH foi um fator determinante para a ocorrência de corrosão por
carbonatação nos componentes afetados da estrutura.
Após a remoção de parte do concreto na região ensaiada, foi feita a remoção
do pó com auxílio de pincéis e esponja seca. Tendo a superfície exposta limpa e
livre de pó, foi borrifada a solução de fenolftaleína em álcool e água, nas proporções
recomendadas pela CPC 18 da RILEM (1988), em quantidade suficiente para atingir
toda a superfície sem que houvesse escorrimento da solução por excesso, que
nestes ensaios foram geralmente duas ou três borrifadas. Dez minutos após a
aspersão, foram feitas as medidas de frente de carbonatação, com régua metálica
utilizando outra régua apoiada sobre a superfície não rompida do concreto como
guia para a medição. Para cada ponto foram feitas pelo menos quatro medidas que
retratassem os pontos mais profundos alcançados pela carbonatação. As Figuras 30
e 31 mostram a execução do ensaio.
FIGURA 30 – LASCAMENTO DO CONCRETO E LIMPEZA DA REGIÃO DE ASPERSÃO
FONTE: Autor (2016).
90
FIGURA 31 – ASPERSÃO DA SOLUÇÃO E MEDIÇÃO DA PROFUNDIDADE
FONTE: Autor (2016).
Para a escolha dos pontos de ensaio, foi predeterminado que, para cada par
de viadutos (A1 e A2 ou B1 e B2), deveria haver dois pontos a 0,5 m e dois pontos a
1,5 m do solo, e dentre esses quatro pontos por par de viadutos, deve haver pontos
voltados tanto para a face norte quanto para a face sul. Além do mais, foi dada
preferência para pilares que apresentassem baixos resultados de resistividade do
concreto, uma vez que, caso iniciado, um processo corrosivo seria mais severo
nessas localidades. Também foi determinada a relização do ensaio para os pilares
que apresentavam baixa qualidade do concreto (P5 da OAE B1 e P5 da OAE B2).
5.2.7 Potencial de corrosão
Este ensaio foi realizado em campo respeitando as recomendações da ASTM
C 876-09. Uma vez expostas as armaduras pelo procedimento anterior, ou por
desplacamento do concreto, foi feito lixamento da superfície do aço com lima, para
remover qualquer impureza, camada de passivação ou corrosão que pudessem ser
resistivas e influenciar nos conexão elétrica da ponta de ensaio com o aço. Em
seguida, uma ponta de prova conectada ao terminal de entrada positivo foi
encostada à superfície de aço lixada. As medidas foram feitas posicionando-se um
eletrodo de referência, conectado ao terminal de entrada positivo, sobre uma
esponja embebida em água em cima das superfícies onde se desejava medir o
potencial de corrosão, as quais foram previamente limpas, lixadas com disco de
91
carbonodurum e umedecidas com auxílio de borrifador de água. A Figura 32
apresenta imagens da execução do ensaio.
Para os testes aqui descritos, foram utilizados um multímetro digital, modelo
SKMD-88 da fabricante Skill-tec e um eletrodo de referência de prata e cloreto de
prata.
FIGURA 32 – EXECUÇÃO DO ENSAIO DE POTENCIAL DE CORROSÃO
FONTE: Autor (2016).
O ensaio de potencial de corrosão foi executado nos pilares e na região das
vigas caixão onde o ensaio de profundidade de carbonatação foi realizado
aproveitando-se a armadura exposta para o contato da ponta de prova. Foram
também medidos potenciais de corrosão em pilares com armaduras já expostas ou
por corrosão ou por ação do fogo. Os pontos de medição respeitaram o mesmo
critério dos ensaios de resistividade de concreto, sendo assim, feitos a 0,5 m e a 1,5
m do solo. Isso torna possível a associação dos dados de resistividade de concreto
e o potencial do eletrodo formado pela interação entre o aço e o concreto, permitindo
uma análise mais confiável em relação ao possível processo corrosivo.
5.2.8 RESUMO DOS PONTOS DE ENSAIO
Os pontos onde os ensaios foram realizados, de acordo com os critérios
expostos nas seções de 5.2.3 a 5.2.7, são apresentados na Tabela 8.
92
TABELA 8 – TÍTULO DA TABELA
Elementos Ensaiados
Ensaio Altura (m)
A1 A2 B1 B2
Esclerometria (E) 1,5 P2, P3, P4, P5, P6, P7
P2, P3, P4, P5, P6, P7
P2, P3, P4, P5
P1, P2, P3, P5
Velocidade de propagação das ondas ultrassônicas (U)
1,5 P2, P3, P4, P5, P6, P7
P2, P3, P4, P5, P6, P7
P2, P3, P4, P5
P1, P2, P3, P5
Resistividade do concreto (R)
0,5 P2, P3, P4, P5, P6, P7
P2, P3, P4, P5, P6, P7
P2, P3, P4, P5
P1, P2, P3, P5 1,5
Profundidade de Carbonatação (C)
0,5 - P3, P7 P4 P5
1,5 P2, P6 - P5 P1
Potencial de corrosão (P) 0,5 P2, P3, P6,
P7 P2, P3, P6,
P7 P3, P4, P5 P1, P5
1,5
FONTE: ABNT NBR 6118 (2014).
FIGURA 33 – INDICAÇÃO DE PONTOS DE ENSAIO NAS OAEs A1 E A2
FONTE: Autor (2016).
94
6 RESULTADOS
6.1 INSPEÇÃO VISUAL
As anomalias verificadas visualmente em campo foram listadas e
caracterizadas de acordo com o apresentado nas Tabelas 9, 10, 11, 12. A análise
em campo baseou-se na lista de anomalias possíveis desenvolvida pelo EMEA com
base no SGO, citada na seção 4.1 e apresentada no Anexo C. Para cada item
listado, foi feito o registro fotográfico que pode ser analisado nos Anexos D, E, F e
G. A abertura da fissura (e) somente foi medida para regiões dos elementos onde foi
possível o alcance.
TABELA 9 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO A1
continua
Viaduto A1
Anomalia Elemento n.º do
elemento n.º de
registro Tamanho Estimado
Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1
1 2,00 m
2 2,00 m
3 2,00 m
Fissura em linha a 45º Viga Caixão 1
4 2,80 m
5 2,80 m
6 2,80 m
7 2,80 m
8 2,80 m
9 2,80 m
10 2,80 m
11 2,80 m
12 2,80 m
13 2,80 m
14 2,80 m
15 2,80 m
16 2,80 m
17 2,80 m
18 2,80 m
Fissura em linha vertical e = 0,3 mm
Pilar 3 19 0,50 m
Fissura em linha vertical e = 0,7 mm
Pilar 6 20 0,50 m
Fissura em linha horizontal Viga Caixão 1 21 3,00 m
Fissura em linha próxima a surperestrutura
e = 0,7 mm Pilar 5 22 1,00 m
Mancha por fogo Viga Caixão 1 23 2,00 m²
Pilar 7 24 0,50 m²
Fragmentação por fogo
Viga Caixão 1 25 2,00 m²
Pilar 2 26 0,25 m²
6 27 1,50 m²
95
conclusão
Viaduto A1
Anomalia Elemento n.º do
elemento n.º de
registro Tamanho Estimado
Mancha de umidade Laje 2
28 0,50 m²
Viga Caixão 1 0,50 m²
Corrosão da armadura com desplacamento de concreto
Encontro em Cortina 1 29 0,25 m²
Viga Caixão 1 30 0,05 m²
31 0,09 m²
Pilar 1 32 0,09 m²
Corrosão da armadura com desplacamento de concreto e
perda de seção Pilar
3 33 0,09 m²
34 0,36 m²
5 35 0,25 m²
7 36 1,00 m²
Deficiência dos drenos e buzinotes
Drenagem 1 37 9,00 ud
FONTE: Autor (2016).
TABELA 10 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO A2
continua
Viaduto A2
Anomalia Elemento n.º do
elemento n.º de
registro Tamanho Estimado
Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1
1 2,00 m
2 2,00 m
3 2,00 m
4 2,00 m
5 2,00 m
6 2,00 m
Fissura em linha a 45º e= 0,4
Viga Caixão 1 7 2,80 m
Fissura em linha a 45º Viga Caixão 1
8 2,80 m
9 2,80 m
10 2,80 m
11 2,80 m
12 2,80 m
13 2,80 m
14 2,80 m
15 2,80 m
16 2,80 m
17 2,80 m
18 2,80 m
19 2,80 m
20 2,80 m
21 2,80 m
22 2,80 m
23 2,80 m
Concreto segregado Encontro em Cortina 1 24 0,30 m²
96
conclusão
Viaduto A2
Anomalia Elemento n.º do
elemento n.º de
registro Tamanho Estimado
Corrosão da armadura com desplacamento de concreto
Encontro em Cortina 1 25 0,01 m²
Viga Caixão 1 26 0,09 m²
Pilar 3 27 0,12 m
Pilar 6 28 0,04 m²
Corrosão da armadura com desplacamento de concreto e
perda de seção Pilar 2 29 1,60 m²
Deficiência dos drenos e buzinotes
Drenagem 1 30 18,00 ud
FONTE: Autor (2016).
TABELA 11 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO B1
Viaduto B1
Anomalia Elemento n.º do
elemento n.º de
registro Tamanho Estimado
Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1 1 1,50 m
Fissura em linha a 45º e=0,3 mm
Viga Caixão 1 2 7,20 m
Viga Caixão 1 3 1,50 m
Fissura em linha a 45º e=0,4 mm
Viga Caixão 1 4 1,50 m
Fissura em linha vertical e=0,3 mm
Viga Caixão 1 5 1,80 m
Viga Caixão 1 6 1,00 m
Fissura em linha vertical Viga Caixão 1 7 1,20 m
Fissura em linha horizontal e=0,4 mm
Laje 2 8 1,50 m²
Fragmentação por fogo Pilar 1 9 0,25 m²
Mancha de Umidade Laje 2 10 20,00
Concreto segregado Pilar 5 11 0,09 m²
2 12 1,00 m²
Corrosão da armadura com desplacamento de concreto
Laje
1 13 0,05 m²
2 14 0,05 m²
2 15 0,05 m²
Deficiência nas pingadeiras e buzinotes
Drenagem 1 16 6,00 ud
FONTE: Autor (2016).
97
TABELA 12 – ANOMALIAS OBSERVADAS POR INSPEÇÃO VISUAL NO VIADUTO B2
Viaduto B2
Anomalia Elemento n.º do
elemento n.º de
registro Tamanho Estimado
Fissura em linha no meio do vão Viga Caixão 1 1 0,8 m
1 2 2 m
Fissura em linha a 45º e=0,4 mm Viga Caixão
1 3 1,5 m
1 4 2,5 m
1 5 2,5 m
1 6 1,3 m
Fissura em linha a 45º Viga Caixão
1 7 2,5 m
1 8 3 m
1 9 3 m
1 10 1 m
Fissura em linha vertical a = 0,4 mm
Pilar 2 11 8 m
Fissura em linha horizontal e=0,4 mm
Pilar 6 12 1 m
Segregação do concreto Pilar 2 13 1 m²
Desgaste Superficial Pilar 5 14 1 m²
Deficiência dos drenos e buzinotes
Drenagem 1 15 6 ud
FONTE: Autor (2016).
Além das anomalias aqui listadas, outros aspectos foram observados na
inspeção visual. O diâmetro medido em campo nos pilares nos viadutos A1 e A2
mostrou-se compatível com o projetado (1,20 metro para os centrais e 1,00 metro
para os de extremidade), por outro lado, o mesmo não foi observado para os
viadutos B1 e B2, cujo diâmetro medido foi 1,10 metro para todos os pilares,
diferente do 0,80 metro especificado no projeto estrutural. Como se sabe, os
viadutos B1 e B2 foram reforçados, contudo, é provável que os pilares tenham
passado por encamisamento com concreto. É importante citar também a existência
de pintura de cor vermelha nos pilares das OAEs B1 e B2 e de uma fina camada de
revestimento de argamassa sobre os pilares das OAEs A1 e A2. Ademais, notou-se
que os pilares centrais dos quatro viadutos têm grande quantidade de cartazes
fixados.
6.1.1 Discussão da inspeção visual
As manifestações patológicas mais observadas nas inspeções visuais foram a
fissuração, o desplacamento, ora por corrosão, ora por ação de fogo e a segregação
do concreto em alguns pilares.
98
Primeiramente, o alto grau de fissuração chama atenção, sobretudo pela
abertura das fissuras e sua repetição ao longo principalmente das vigas, sendo
constatada inclusive a discordância com a abertura máxima de fissuras permitida
pela NBR 6118:2014 (0,3 mm para estruturas de concreto armado em ambientes
com agressividade classe III). Nota-se a ocorrência, em todas as OAEs, de fissuras
inclinadas nas regiões mais próximas ao apoio (Anexo D, registros de 4 a 18; Anexo
E, registros de 7 a 23; Anexo E, registros de 2 a 4; Anexo G, registros de 3 a 10),
indicando claramente efeitos de cisalhamento ou torção excessivos. Já a ocorrência
de fissuras em pilares é observada apenas no viaduto A1 e aparentemente são
ocasionadas por corrosão nos pilares já que além de serem geralmente verticais,
ocorre em sua maioria nos pés dos pilares, região onde é perceptível alta incidência
de corrosão.
Percebe-se também a ação deletéria do fogo nas estruturas. A queima de
madeira e objetos pessoais próximos de elementos estruturais levou ao
desplacamento do concreto na superfície da face inferior da viga caixão próxima ao
talude de onde saem os pilares 1 e 5 da OAE A1 (Anexo D, registro 25), bem como
os pilares 2 e 6 deste mesmo viaduto (Anexo D, registros 26 e 27) e no pilar 1 do
viaduto B1 (Anexo F, registro 9). No caso das vigas, notou-se redução significativa
de sua seção, o que é preocupante, uma vez que encontra-se em balanço e sua
parte inferior trabalha sobretudo à compressão. Já em relação aos pilares foi notada
a ocorrência de corrosão na armadura exposta após o desplacamento, posto que o
aço está em contato direto com o ambiente, não havendo assim a proteção físico-
química da camada de cobrimento.
Adicionalmente, foi observado o desplacamento do concreto em pilares sem
nenhum sinal de queima, como manchas ou fuligem, entende-se então que, para
estes casos, o desplacamento tenha ocorrido por ação da corrosão das armaduras.
Isto foi notado nos pilares 1,5, 3 e 7 do viaduto A1 (Anexo D, registros 32 a 36) e 2,
3, 6 do viaduto A2 (Anexo E, registros 27 a 29). Em todos os casos, a corrosão
ocorre no pé dos pilares, isto se deve à alta umidade na proximidade com o solo,
além da alta concentração de armaduras nesta região de ligação entre infraestrutura
e mesoestrutura, e também à maior distância desta região do ponto de lançamento
do concreto no momento do preenchimento das formas, o que pode afetar a
qualidade do concreto na região.
99
Quanto à corrosão em vigas e lajes (Anexo D, registros 30 e 31; Anexo E,
registros 26; Anexo F, registros 13 a 15), observa-se relação direta desta com
problemas de drenagem (Anexo D, registros 28 e 37; Anexo E, registro 30; Anexo F,
registros 10 e 16). Para esse caso, a maioria dos pontos de corrosão ocorre em
regiões com pingadeiras ou buzinotes insuficientes, onde há o acúmulo e
gotejamento de água e também ocorre a lixiviação do concreto, causando perdas de
massa e redução no pH, os quais favorecem o processo.
A análise visual detectou também baixa qualidade do concreto superficial nos
pilares centrais dos viadutos B1 e B2. São apontados segregação do concreto em
sua altura média (Anexo F, registros 11 e 12; Anexo G, registro 13) e desgaste da
superfície (Anexo G registro 14), tais fatores indicam falhas na execução, desde a
dosagem até o lançamento do concreto que resultaram em uma peça de concreto
poroso e heterogêneo. Diante dessas condições é importante atentar para os
resultados obtidos em ensaio para este concreto, uma vez que este pode
comprometer a vida útil da estrutura.
6.1.2 Avaliação segundo os critérios da NBR 9452:2016
Tendo em vista os resultados expostos e discutidos acerca da inspeção
visual, avalia-se aqui os viadutos seguindo os critérios estabelecidos pela NBR
9452:2016 para parâmetros estrutural e de durabilidade. As Tabelas 13, 14, 15 e 16
apontam os índices classificatórios para as quatro OAEs, de acordo com as
anomalias registradas em campo.
TABELA 13 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016
continua
Viaduto A1
PARÂMETROS ESTRUTURAIS
Elemento Estrutural
Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Cortina Secundário Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura
4
Pilar Primário
Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção acima de 20 % da área total de armadura ou que comprometa a estabilidade da peça
2
Viga Caixão - Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura
-
100
conclusão
Viaduto A1
PARÂMETROS ESTRUTURAIS
Elemento Estrutural
Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Pilar Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme
ABNT NBR 6118:2014, 13.4 2
Viga Caixão - Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.5
-
PARÂMETROS DE DURABILIDADE
Elemento Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Pilar Primário Armadura exposta em processo evolutivo de corrosão
2
Laje Primário Calcinação do concreto com exposição de armaduras
1
Drenagem - Buzinotes obstruídos 3
FONTE: Autor (2016).
TABELA 14 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE A2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016
Viaduto A2
PARÂMETROS ESTRUTURAIS
Elemento Estrutural
Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Cortina Secundário Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura
4
Cortina Secundário Concreto segregado com áreas inferiores a 0,1 m² em zonas favoráveis de tensões
5
Pilar Primário
Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção acima de 20 % da área total de armadura ou que comprometa a estabilidade da peça
2
Viga Caixão - Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura
-
Pilar Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.4
2
Viga Caixão - Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.5
-
PARÂMETROS DE DURABILIDADE
Elemento Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Pilar Primário Armadura exposta em processo evolutivo de corrosão
2
Drenagem - Buzinotes obstruídos 3
FONTE: Autor (2016).
101
TABELA 15 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B1 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016
Viaduto B1
PARÂMETROS ESTRUTURAIS
Elemento Estrutural
Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Viga Caixão - Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção de até 20 % do total da armadura
-
Pilar Primário Concreto segregado em regiões sujeitas a tensões de compressão, em área superior a 0,5 m²
2
Laje Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.5
2
Laje Primário
Armadura principal exposta e corroída, com perda de seção acima de 20 % da área total de armadura ou que comprometa a estabilidade da peça
2
Viga Caixão - Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.5
-
PARÂMETROS DE DURABILIDADE
Elemento Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Pilar Primário Calcinação do concreto com exposição de armaduras
1
FONTE: Autor (2016).
TABELA 16 – CLASSIFICAÇÃO DA OAE B2 SEGUNDO CRITÉRIOS DA NBR 9452:2016
Viaduto B2
PARÂMETROS ESTRUTURAIS
Elemento Estrutural
Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Pilar Primário Concreto segregado em regiões de tensões de compressão, mas em pequenas áreas (entre 0,1 m² e 0,5 m²)
3
Pilar Primário Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.4
2
Viga Caixão - Fissuras em elementos de concreto armado com abertura superior aos limites previstos conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.5
-
PARÂMETROS DE DURABILIDADE
Elemento Caracterização do Elemento
Anomalia Nota de
Classificação
Pilar Primário Quadro de fissuração inaceitável, conforme ABNT NBR 6118:2014, 13.4
1
Drenagem Complementar Buzinotes obstruídos 3
FONTE: Autor (2016).
102
Como os fatores de nota mais baixa são determinantes nos prejuízos à
durabilidade ou à estabilidade estrutural, consideram-se as menores notas de cada
parâmetro como sua nota final, as quais são apresentadas para os parâmetros
estrutural e de durabilidade dos viadutos inspecionados. A Tabela 17 apresenta as
notas finais da avaliação para cada viaduto.
TABELA 17 – TABELA RESUMO DA CLASSIFICAÇÃO DOS VIADUTOS ANALISADOS
Viaduto Parâmetro Superestrutura Mesoestrutura Infraestrutura
ELEMENTOS COMPLEMENTARES
Nota Final
Estrutura Encontro
A1 Estrutural - 2 - - 4 2
Durabilidade 1 2 - - - 1
A2 Estrutural - 2 - - 4 2
Durabilidade - 2 - - - 2
B1 Estrutural 2 2 - - - 2
Durabilidade - 1 - - 3 1
B2 Estrutural - 2 - - - 2
Durabilidade - 1 - - 3 1
FONTE: Autor (2016).
A classificação a partir da recente norma NBR 9452:2016 demonstrou que as
anomalias verificadas são bastante relevantes às condições de estabilidade e
durabilidade da estrutura. Observou-se que no geral, as OAEs apresentam situação
crítica, sendo importante a análise mais a fundo da necessidade de intervenção para
o reparo das anomalias, sendo as mais relevantes a abertura elevada das fissuras e
a perda de seção da armadura por corrosão.
Também deve-se citar aqui a ausência das manifestações patológicas por
ação do fogo nas anomalias consideradas pela norma NBR 9452:2016. Tendo em
vista que as consequências da ação deletéria do fogo são gravemente prejudiciais
tanto à durabilidade, como mostrado neste trabalho, quanto à estabilidade da
estrutura, é recomendável que se discuta sua inclusão em uma próxima edição da
norma.
6.2 ESCLEROMETRIA
Para a obtenção do índice esclerométrico final, seguiu-se o recomendado
pela NBR 7584:2012, desconsiderando-se os valores que estejam 10% abaixo ou
acima da média dos 16 impactos realizados, e calculando-se uma nova média com
os valores restantes. Somente é válido o índice esclerométrico obtido com pelo
103
menos 5 impactos depois do tratamento dos resultados, e não houverem valores
individuais com disparidade superior ou inferior à 10% da nova média. Os índices
esclerométricos médios obtidos pelos ensaios em campo resultam de pelo menos 10
índices individuais. Como exceção, a média do pilar 5 do viaduto B2 apresentou
valores fora do intervalo aceitável mesmo depois do recálculo da média. Apesar de
não válido perante as recomendações da norma, o valor será mantido para as
discussões de resultados neste trabalho. A Tabela 18 apresenta os índices
escleroétricos obtidos.
TABELA 18 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS
OAE P2 P3 P4 P5 P6 P7 OAE P1 P2 P3 P4 P5
A1 71,1 69,9 65,3 67,1 66,9 68,2 B1 - 63,0 69,4 71,9 55,0
A2 69,4 66,7 67,8 65,9 64,9 66,6 B2 70,4 64,1 68,2 - 59,4
FONTE: Autor (2016).
As Figuras 35 e 36 permitem a visualização dos índices esclerométricos de
acordo com a posição de cada pilar.
FIGURA 35 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES NOS VIADUTO A1 E A2
FONTE: Autor (2016).
104
FIGURA 36 – ÍNDICES ESCLEROMÉTRICOS DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES NOS VIADUTO B1 E B2
FONTE: Autor (2016).
6.2.1 Discussão dos resultados de Esclerometria
Nota-se que entre os índices esclerométricos das OAEs A1 e A2 há pouca
variação, sendo 1,8 o desvio padrão entre os valores, o que significa que há
uniformidade entre o material que compõe os pilares, podendo-se afirmar que este
se apresenta íntegro ao longo dos elementos ensaiados, o que confirma o
observado em inspeção visual. O mesmo não é observado nos índices
esclerométricos obtidos em B1 e B2, os quais têm desvio padrão de 5,5,
confirmando a influência de uma série de anomalias geradas na fase de execução,
observadas na inspeção visual.
Em relação à posição dos pilares, é possível notar que os índices
esclerométricos mais baixos referem-se aos pilares centrais dos viadutos B1 e B2.
Estes mesmos pilares, de acordo com inspeção visual, apresentam concreto
segregado e desgaste duperficial. Sendo assim, é possível afirmar que a menor
qualidade do concreto nesses pilares foi provavelmente ocasionada pelo lançamento
do concreto de altura elevadas, já que a mesma baixa qualidade não é notada nos
pilares de extremidades do mesmo viaduto. Além disso, é importante citar que
durante o polimento da superfície dos pilares centrais (P2 e P5) das OAEs B1 e B2,
105
notou-se alta porosidade do concreto superficial, uma vez que este se esfarelou
facilmente assim que o disco de carbonodurum foi friccionado à face do pilar.
6.3 VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS
A VPOU obtida em cada medição é demonstrada na Tabela 19.
TABELA 19 – VELOCIDADE DE PROPAGAÇÃO DE ONDAS ULTRASSÔNICAS (m/s)
OAE P2 P3 P4 P5 P6 P7 OAE P1 P2 P3 P4 P5
A1 3750 3387 3555 3772 3686 3297 B1 - 3538 3934 4304 3936
A2 3959 3749 2383 3288 3517 3853 B2 4321 4321 4249 - 2908
FONTE: Autor (2016).
Como nos resultados de esclerometria, as velocidades de propagação de
ondas também são apresentadas aqui em gráfico que possibilite a visualização
comparativa das velocidades para todos os pilares ensaiados (Figuras 37 e 38).
FIGURA 37 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs A1 E A2
FONTE: Autor (2016).
106
FIGURA 38 – VPOU DE ACORDO COM A POSIÇÃO DOS PILARES DAS OAEs B1 E B2
FONTE: Autor (2016).
6.3.1 Discussão dos resultados de VPOU
Baseando-se na norma europeia BS EN 12504-4:2000, a qualidade do
concreto dos viadutos A1 e A2 pode ser considerada boa (3500 m/s < v < 4000 m/s)
em 66,7 % dos pilares ensaiados, média (3000 m/s < v < 3500 m/s) em 25% e fraca
(2000 m/s < v < 3000 m/s) em 8,3%. Já para os viadutos B2 e B3, segundo a mesma
norma, o concreto tem qualidade muito boa (4000 m/s < v < 4500 m/s) para metade
dos pilares ensaiados, enquanto a de 37,5% é boa, e de 12,5% é fraca. A Tabela 20
permite visualizar a classificação da qualidade do concreto de cada pilar.
TABELA 20 – QUALIDADE DO CONCRETO DE ACORDO COM A BS EN 12504-4:2000
A1
P1 P2 P3 P4
B2
P1 P2 P3
Qualidade do
Concreto - 3959 3749 2383
- 3538 3934
P5 P6 P7 P8
P4 P5 P6
Fraca
3288 3517 3853 -
4304 3936 -
Média
A2
P1 P2 P3 P4
B1
P1 P2 P3
Boa
- 3750 3378 3555
4321 4321 4249
Muito Boa
P5 P6 P7 P8
P4 P5 P6
3772 3686 3297 -
- 2908 -
FONTE: Autor (2016).
No caso dos ensaios de VPOU, o concreto dos pilares dos viadutos B1 e B2
mostraram, em sua maioria, qualidade superior à dos viadutos A1 e A2,
contrastando com os resultados apontados pelos ensaios de esclerometria. Daí,
107
torna-se importante compreender a metodologia de cada ensaio, sendo que os
ensaios de esclerometria avaliam apenas o concreto na superfície, enquanto os
ensaios de onda ultrassônica avaliam a porção do concreto por onde a onda
percorreu, considerando assim não só a porção superficial do material, mas também
o material contido no interior. Deve-se também considerar que a transmissão de
pulsos para os viadutos A1 e A2 se deu de forma semi-direta, enquanto para os
viadutos B1 e B2 se deu de forma direta. É válido lembrar que, de acordo com
Bungey, Millard e Grantham (2006) e a NBR 8002:2013 (citados em 4.3.2) as
medições com disposição dos transmissores em posição semi-direta envolvem mais
imprecisões como o comprimento exato do percurso da onda e a interferência do
não paralelismo das faces de emissão e transmissão.
Diferente dos resultados de esclerometria, os resultados dos ensaios de
VPOU mostraram-se bastante variáveis para ambos os pares de viadutos. Os
resultados dos viadutos A1 e A2 tiveram desvio padrão de 399,7 m/s, o que
representa 11,4% da média das velocidades medidas (3515,6 m/s). Contudo, não se
deve ignorar que a velocidade muito baixa obtida no pilar 4 da OAE A1 pode ser
responsabilizada por um desvio padrão tão significativo, posto que desconsiderando-
se o resultado neste pilar, o desvio padrão passaria a ser 217,0 m/s, ou 6,0% da
nova média calculada (3618,5 m/s) . Já os viadutos B1 e B2, apresentam devido
padrão de 499,3 m/s, 12,8% da média (3939 m/s), nos resultados de seus pilares
ensaiados, neste caso também é válido apontar a relevância do pilar de resultado
mais díspar, o pilar 5 do viaduto B1, sem o qual o desvio padrão cairia para 257,3
m/s, o que corresponde a 6,7% da média (4086,1 m/s).
Em relação aos pilares que tiveram concreto classificado como de baixa
qualidade, é importante associar seus resultados com as avaliações anteriores a fim
de compreender o motivo de sua dissemelhança com os demais. No caso do pilar 5
do viaduto B2, o resultado é concordante com o observado visualmente e em
relação à dureza superficial. Já o caso do pilar 4 da OAE A1, há uma diferença alta
que não é justificada pelas análises anteriores. Há duas possibilidades para explicar
isto: a primeira é a existência de descontinuidade no material do pilar, que, apesar
de ser uma anomalia grave, não tem apresentado sintomas externamente; a
segunda é a ocorrência de falhas na execução do ensaio. Sendo assim, recomenda-
se a repetição do teste neste pilar e o estudo mais aprofundado em relação à
continuidade do concreto que o compõe.
108
6.4 RESISTIVIDADE
As medianas, dentre os cinco valores aferidos pelo equipamento de
resistividade para cada ponto de ensaio, são tomadas aqui como o resultado final,
seguindo-se as recomendações técnicas RILEM TC 154-EMC (2000). Os resultados
para este ensaio são apresentados nas Tabelas 21 e 22.
TABELA 21 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS A1 E A2 (mV)
OAE Altura de ensaio
P2 P3 P4 P5 P6 P7
A1 0,5 m 138,9 144,2 241,0 204,0 173,2 476,0
1,5 m 151,8 240,0 541,0 249,0 248,0 328,0
A2 0,5 m 119,1 19,1 118,2 124,9 56,4 27,1
1,5 m 189,2 339,0 223,0 292,0 302,0 22,3
FONTE: Autor (2016).
TABELA 22 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NOS VIADUTOS B1 E B2 (mV)
OAE Altura de ensaio
P1 P2 P3 P4 P5
B1 0,5 m - 249,0 59,6 182,5 162,7
1,5 m - 356,0 84,1 25,4 212,0
B2 0,5 m 378,0 215,0 116,6 - 125,6
1,5 m 91,0 253,0 247,0 - 257,0
FONTE: Autor (2016).
As Figuras 39 a 42 apresentam os resultados dispostos em gráficos que
facilitam a visualização de acordo com a altura do ponto ensaiado e sua comparação
com as faixas de classificação do risco de corrosão segundo a RILEM 154-EMC
(2000), os quais foram apresentados na Tabela 6, na seção 4.5.3.
FIGURA 39 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A1
FONTE: Autor (2016).
109
FIGURA 40 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO A2
FONTE: Autor (2016).
FIGURA 41 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B1
FONTE: Autor (2016).
FIGURA 42 – RESISTIVIDADE DO CONCRETO NO VIADUTO B2
FONTE: Autor (2016).
110
6.4.1 Discussão dos resultados de Resistividade
É notável que o concreto a 1,5 m é mais resistivo na maioria dos pilares
ensaiados. Isto ocorre em 83,3% dos pilares dos viadutos A1 e A2 e em 75% dos
pilares dos viadutos B1 e B2. Tal comportamento pode ser atribuído à maior
umidade nas regiões do pilar mais próximas do solo, assumindo-se, assim, que a
umidificação preliminar ao ensaio possa não ter sido suficiente para amenizar essa
diferença. Para cada viaduto, apenas um dos pilares ensaiados não seguiu esta
tendência. No viaduto A1, o pilar 7 apresenta desplacamento do concreto por
ocorrência de corrosão nas armaduras do pé do pilar, o que contraria a obtenção de
uma resistividade tão alta quanto a medida nessa região. Já nos demais viadutos, os
pilares que não tiveram resistividade menor que 0,5 m não apresentaram anomalias
através de inspeção visual ou resultados que demonstrassem baixa qualidade do
concreto nos ensaios de velocidade de ondas de ultrassom e esclerometria.
Já de forma geral, os valores obtidos apresentaram alta variabilidade e isto é
confirmado quando se calcula média e desvio padrão. Para os valores medidos nos
viadutos A1 e A2, a média é de 153,5 kohm.cm e o desvio padrão é 116,1 kohm.cm
a 0,5 m e 260,4 kohm.cm e 118,3 kohm.cm a 1,5 m, enquanto que, para os viadutos
B1 e B2, a média e desvio são, respectivamente, 186,0 e 91,3 kohm.cm a 0,5 m e
191,0 kohm.cm e 105,0 kohm.cm a 1,5 m. Como os ensaios anteriores apontaram
uniformidade do material, sobretudo nos viadutos A1 e A2, pode-se afirmar que o
ensaio de resistividade é bastante sensível aos fatores externos, sobretudo à
umidade do concreto.
Avaliando os resultados com base nos critérios da RILEM TC 154-EMC
(2000), observa-se que os valores assemelham-se mais aos dos comumente
encontrados em concretos com adições (50 a 200 kohm.cm) do que aos dos
compostos de cimentos puros ou com baixo teor de adições (20 a 50 kohm.cm). Ao
avaliar-se o risco de corrosão, de acordo com o mesmo comitê técnico, observa-se
em poucos pilares ensaiados o risco moderado ou baixo de corrosão, sendo
predominantemente desprezível. Contudo é importante observar que tais valores
são válidos para concretos com baixo teor de adições sob temperatura constante de
20ºC, não representando fielmente as condições de campo. Sendo assim, é
prudente maior conservadorismo ao descartar a possibilidade de favorecimento de
propagação da corrosão nas regiões cuja resistividade mostrou-se alta através do
111
ensaio. É também importante verificar os resultados de resistividade em conjunto
com os resultados de potencial de corrosão e carbonatação, uma vez que estes
podem trazer informações relevantes acerca da interação do aço com o concreto e
da fase de iniciação da corrosão.
Tratando-se do posicionamento dos pilares e sua relação com a resistividade,
não foram notadas tendências significativas para variação desta propriedade. Duas
análises diferentes foram feitas: a primeira comparando a média de cada viaduto e a
segunda comparando a média dos pilares centrais (P2, P3, P6 e P7 nas OAEs A1 e
A2; P2 e P5 nas OAEs B1 e B2) com os pilares sobre taludes (P4 e P5 nas OAEs A1
e A2; P3 e P4 na OAE B1; P1 e P3 na OAE B2). Primeiramente, a grande
variabilidade dos resultados torna questionável a representatividade da média para
esses casos, agravado pela população relativamente reduzida de cada grupo. Por
exemplo, há quatro medidas a 0,5 m para pilares sobre taludes de B1 e B2; para
estas quatro medidas a média é de 184,2 kohm.cm e o desvio padrão é 120,1
kohm.cm, isto é, 65,2% da média. Em segundo, as posições dos pilares não se
mostraram significativas nem na média nem nas variações, para ambas as
configurações analisadas. As Figuras 43 e 44 permitem a visualização dessas
análises.
FIGURA 43 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO PARA CADA VIADUTO
FONTE: Autor (2016).
112
FIGURA 44 – MÉDIAS DE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E DESVIOS PADRÃO SEPARANDO PILARES CENTRAIS E PILARES SOBRE TALUDES
FONTE: Autor (2001).
6.5 PROFUNDIDADE DE CARBONATAÇÃO
Os resultados de carbonatação foram obtidos pela média de cinco medidas
feitas. A Tabela 23 apresenta os resultados obtidos em ensaio.
TABELA 23 – PROFUNDIDADES DE CARBONATAÇÃO MEDIDAS EM CAMPO
continua
OAE Pilar Altura do
ponto ensaiado
Profundidade Carbonatada
(mm)
Cobrimento (mm)
Foto
A1
P2 1,5 m 4 33
P6 1,5 m Insignificante* 25
113
continuação
OAE Pilar Altura do
ponto ensaiado
Profundidade Carbonatada
(mm)
Cobrimento (mm)
Foto
A2
P3 0,5 m Insignificante* 27
P7 0,5 m Insignificante* 24
B1
P3 0,5 m Insignificante* 30
P4 1,5 m Insignificante* 31
P5 1,5 m 21 20
114
conclusão
OAE Pilar Altura do
ponto ensaiado
Profundidade Carbonatada
(mm)
Cobrimento (mm)
Foto
B2
P1 1,5 m Insignificante* 34
P5 0,5 m 24 59
*Entende-se por profundidade insignificante as situações onde a frente de carbonatação não alcançou mais de 2 mm
FONTE: Autor (2016).
Além das altas profundidades de carbonatação observada nos pilares 5 da
OAE B1 e da OAE B2, notou-se maior facilidade para o lascamento com martelete
rompedor nestes pilares, quando comparado ao mesmo processo nos outros pilares
das mesmas OAEs, o que indica menor qualidade do concreto nestas regiões de
ensaio.
6.5.1 Discussão dos resultados de carbonatação
Os ensaios de aspersão de fenolftaleína demonstraram resultados
inesperados em relação à carbonatação nos pilares dos viadutos A1 e A2, uma vez
que a estrutura foi construída há aproximadamente 40 anos e está exposta a
ambiente classificado como agressivo pela NBR 6118:2014. Sendo assim, levantou-
se a suspeita de os pilares dos viadutos A1 e A2 terem sido reforçados por
encamisamento, uma vez que os ensaios de dureza superficial demonstraram
valores relativamente altos e incompatíveis com a resistência de 18 MPa
especificada em projeto. Contudo, o diâmetro dos pilares medido em campo é
compatível com o lido em projeto reduzindo essa possibilidade. Acredita-se então
115
que o concreto apresenta qualidades superiores ao especificado em projeto, além de
que a fina camada de revestimento possa ter protegido o concreto da difusão de gás
carbônico para o interior do concreto.
Observando-se as profundidades de carbonatação mais significativas dentre
os pilares ensaiados (pilar 5 do viaduto B1 e pilar 5 do viaduto B2), é possível
afirmar que elas se deram pela baixa qualidade do concreto de cobrimento, como
observado em inspeção visual e em ensaios de esclerometria e ultrassom.
Primeiramente, a inspeção visual apontou desgaste da superfície e segregação do
concreto nos pilares centrais das OAEs B1 e B2. Em seguida, foram atribuídos a
estes pilares os índices esclerométricos mais baixos dentre os pilares ensaiados. O
ensaio de VPOU também indicou qualidade inferior para o concreto componente do
pilar 5 do viaduto B2 em relação aos demais.
Outro ponto de atenção é a variabilidade das espessuras de cobrimento, as
quais estão entre 24 e 33 mm nos viadutos A1 e A2 e entre 20 e 59 mm nos
viadutos B1 e B2. Tais diferenças podem ser atribuídas a dificuldades em garantir
um espaçamento fixo entre todas as barras de aço e a forma, seja por deformações
desta ou mesmo da armadura durante a montagem e o lançamento do concreto.
Contudo, a consideração mais relevante acerca do cobrimento é a
discordância de quase totalidade dos pilares ensaiados com a NBR 6118:2014, que
estabelece cobrimento mínimo de 40 mm para vigas e pilares em ambientes
industriais. Apesar de as exigências de cobrimento anteriores à revisão da norma
em 2003 serem mais brandas (NAKAMURA, 2004), é válido recordar aqui que
mesmo o atendimento às orientações da norma brasileira atual de projeto de
estruturas de concreto pode não garantir a vida útil estendida requerida por obras de
grande porte como os viadutos aqui estudados (100 anos de acordo com fib 34 e
ISO 2394:2015). Isto torna necessário um cobrimento ainda maior que o
especificado pela NBR 6118:2014, ou então, a consideração de modelos de vida útil
no projeto destas estruturas. Os próprios resultados aqui obtidos materializam a
importância da espessura de cobrimento: as frentes de carbonatação verificada nos
pilares 5 do viaduto B1 e 5 do viaduto B2 atingiram profundidades semelhantes,
todavia apenas a armadura do pilar com cobrimento aquém do exigido em norma foi
atingida pelo mecanismo que reduz o pH do concreto e ameaça a passivação do
aço.
116
6.6 POTENCIAL DE CORROSÃO
Os resultados de potencial de corrosão foram obtidos pela média de três
medições feitas em sequência. Os valores obtidos são apresentados na Tabela 24.
TABELA 24 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2
OAE Altura
de ensaio
P2 P3 P6 P7
A1 0,5 m -20,6 24,6 -53,3 67,4
1,5 m 52,0 72,1 73,8 173,0
A2 0,5 m -75,6 -100 - -75,3
1,5 m 158,5 114,7 - 20,9
FONTE: Autor (2016).
TABELA 25 – POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2
OAE Altura
de ensaio
P1 P3 P4 P5
B1 0,5 m - -44,2 92,9 -15,3
1,5 m - 9,8 -27,7 71,0
B2 0,5 m 158,8 - - 10,2
1,5 m 6,4 - - 62,6
FONTE: Autor (2016).
Os gráficos nas Figuras de 45 a 48 demonstram a variação dos valores
obtidos de acordo com a altura do ensaio para cada pilar.
FIGURA 45 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A1
FONTE: Autor (2016).
117
FIGURA 46 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO A2
FONTE: Autor (2001).
FIGURA 47 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B1
FONTE: Autor (2001).
118
FIGURA 48 – POTENCIAIS DE CORROSÃO NO VIADUTO B2
FONTE: Autor (2016).
6.6.1 Discussão dos resultados de potencial de corrosão
Observa-se que, a possibilidade da ocorrência de corrosão é considerada
baixa para todas as regiões ensaiadas, visto que, em nenhum dos casos, o
resultado foi inferior a -120 mV, valor abaixo do qual, de acordo com Bungey, Millard
e Grantham (2006) em tabela apresentada na seção 4.6.3, a determinação da
possibilidade de corrosão é incerta. Em muitos casos então, o resultado foi positivo,
o que indica maior predisposição do metal do eletrodo de referência em liberar
elétrons e perder íons positivos quando em uma célula eletroquímica com o eletrodo
formado por aço e solução intersticial do concreto.
Como já esclarecido na seção 5.2.7, os ensaios nos viadutos A1 e A2 foram
executados para os pilares onde foi feita remoção de cobrimento para ensaio de
carbonatação (P2 e P6 de A1; P3 e P7 de A2) e também para os pilares onde havia
desplacamento do concreto por reações de corrosão (P3, P7 de A1 e P2 de A2).
Nota-se que, nestes viadutos, os potenciais de corrosão mais negativos se dão nos
pilares onde houve o ensaio de carbonatação. Isso pode indicar que a ponta de
prova pode não ter obtido as mesmas condições de contato em ambas as situações,
119
sendo prejudicada nos casos de barras corroídas, apesar da raspagem na superfície
do aço ter sido bem executada antes da colocação da ponta de ensaio.
Quanto à posição do ensaio, o potencial no pé do pilar mostrou-se inferior na
maioria dos casos. Isto ocorreu para todos os pilares ensaiados nos viadutos A1 e
A2, e em 60% dos pilares dos viadutos B1 e B2. A maior concordância com a
tendência nos viadutos A1 e A2 pode ser atribuída à maior uniformidade do concreto
destes pilares, comprovada pela inspeção visual e pelo ensaio de esclerometria.
É observável também que os potenciais de corrosão medidos mostraram-se
equivalentes aos resultados dos ensaios de resistividade, visto que, para os pilares
ensaiados, os baixos potenciais de corrosão ocorrem geralmente em concretos
pouco resistivos. Isto pode ser visualizado a partir da disposição dos dados em
gráficos de dispersão observada nas Figuras 49, 50 e 51. Nos mesmos gráficos
foram traçadas linhas de tendência ajustadas em funções polinomiais de segundo
grau, as quais apresentaram coeficientes de determinação (R²) aceitáveis,
principalmente considerando-se os valores dos viadutos B1 e B2. Esta relação é
compreensível, uma vez que em concreto menos resistivo os íons são conduzidos
com mais facilidade, favorecendo assim, a liberação de íons do aço na solução
contida nos poros do concreto.
FIGURA 49 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1 E A2
FONTE: Autor (2016).
120
FIGURA 50 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS B1 E B2
FONTE: Autor (2016).
FIGURA 51 – RELAÇÃO ENTRE RESISTIVIDADE DO CONCRETO E POTENCIAL DE CORROSÃO NOS VIADUTOS A1, A2, B1 E B2
FONTE: Autor (2016).
Assim como nos resultados de resistividade, nota-se grande variabilidade nos
resultados dos ensaios de potencial de corrosão. Os desvios padrões foram muito
altos, em alguns casos superiores à média, como no caso das medidas dos pilares
dos viadutos A1 e A2 a 0,5 m (desvio padrão de 53,3 mV e média de 33,3mV). Aqui
se faz a mesma consideração: há grande sensibilidade das medições em relação a
121
muitos fatores, como a temperatura, o teor de umidade do concreto e o grau de
contaminação do concreto, conforme também discutido em Rocha (2012).
122
7 CONCLUSÃO
Por serem estruturas de grande impacto econômico, ambiental e social, as
OAEs demandam vida útil estendida, requerendo, assim, atenção aos parâmetros
que influenciam a durabilidade na fase de concepção, projeto e execução. Somado a
isto, é importante que estas estruturas sejam analisadas e avaliadas periodicamente
ao longo da fase de utilização, a fim de acompanhar a interação desta com o meio
ambiente, suas respostas às solicitações de carga, à evolução de mecanismos de
deterioração atuantes e a necessidade de ações corretivas de manutenção. Este
acompanhamento é essencial para a garantia do cumprimento da vida útil e pode
ser realizado por meio de inspeções visuais e também contar com métodos de
ensaios não destrutivos.
O emprego de métodos de ensaio não destrutivos mostra-se um bom
complemento às inspeções rotineiras, fornecendo informações não obtidas
visualmente e permitindo que se tomem decisões preventivas antes que a
deterioração chegue a estágios muito avançados, como, por exemplo, a detecção de
rápido avanço da carbonatação, ou de ocorrência de corrosão em regiões onde
ainda não é possível notar manchas fissuras ou desplacamento.
Este trabalho realizou a avaliação de quatro viadutos localizados em Curitiba
e em sua região metropolitana, utilizando-se para isto de inspeção visual e de
ensaios de dureza superficial, velocidade de propagação de ondas ultrassônicas,
resistividade do concreto, profundidade de carbonatação e potencial de corrosão.
Primeiramente, a inspeção visual forneceu uma base de dados relevante
acerca das condições das estruturas. Através dela foram identificadas falhas no
processo construtivo (como as deficiências na concretagem observadas nos pilares
centrais dos viadutos B1 e B2), corrosão em pilares também centrais dos viadutos
A1 e A2, além de danos causados por ação humana como as muitas fragmentações
por fogo em lajes e pilares nos viadutos A1 e B2. Estes últimos evidenciam a
necessidade da repetição periódica de inspeções rotineiras, uma vez que
representam uma ameaça grave à durabilidade e até mesmo à estabilidade das
estruturas, que não seria pressuposta apenas pela análise, sem ida a campo, das
características dos materiais e da agressividade do ambiente. Além disso, as
inspeções visuais foram de grande relevância na determinação dos ensaios
empregados e sua metodologia.
123
Os primeiros ensaios realizados, esclerometria e determinação da velocidade
de propagação de ondas ultrasônicas, foram importantes para a determinação das
condições do concreto. Foi observada uniformidade e boa qualidade do material que
compõe os pilares, com exceção dos pilares onde foram detectadas, na inspeção
visual, anomalias provenientes da execução. Outra exceção também foi o pilar 4 do
viaduto A1, onde a baixa velocidade de propagação das ondas ultrassônicas faz
com que sejam recomendáveis novas investigações. Notou-se também que as
medidas de ultrassom e esclerometria nem sempre se mostraram correspondentes,
apontando uma possível diferença entre o material superficial e o material no
interior. Conclui-se também que esses dois ensaios podem ser entendidos como
complementares um do outro, uma vez que o ultrassom fornece informações sobre o
concreto empregado em sua totalidade, enquanto a esclerometria traz informações
acerca do concreto da superfície, onde há o acesso de grande parte dos agentes
agressivos. Este trabalho trouxe um exemplo bastante ilustrativo para isto: o caso do
pilar 5 do viaduto B2 onde a qualidade do concreto foi classificada alta pelo ensaio
de velocidade de ultrassom, enquanto o índice esclerométrico mostrou-se inferior
aos demais, sendo notado neste pilar alta profundidade de carbonatação.
Em relação à carbonatação, os resultados de profundidade abaixo do
esperado, quando considerado que as quatro estruturas têm cerca de 40 anos e
estão inseridas em ambiente altamente agressivo, com grande emissão de gás
carbônico, seja por indústrias ou pelo alto tráfego de veículos pesados, demonstram
a possibilidade de ocorrência de encamisamento dos pilares nos viadutos. Para as
OAEs A1 e A2 esta possibilidade é minorada diante da inexistência de registros de
projeto de reforço no banco de dados consultado e também pela compatibilidade
entre as dimensões do pilar medidas em campo e lidas em projeto executivo. Por
outro lado, os pilares onde foram observadas falhas de concretagem e dureza
superficial relativamente baixa, apontaram altas profundidades de carbonatação,
confirmando assim a importância da execução adequada da concretagem tanto na
construção da estrutura como do seu reforço, atentando para a dosagem apropriada,
para o uso de material correto para as fôrmas e também para as boas práticas de
lançamento e vibração do concreto. Sugere-se que sejam feitas análises acerca da
contribuição dos microclimas atuantes sobre esses elementos estruturais na
carbonatação e demais mecanismos deletérios. Notou-se também que, por exigir o
124
destacamento de parte do concreto superficial, o ensaio de profundidade de
carbonatação representa uma forma eficaz de ter acesso à armadura, permitindo a
medição da espessura de cobrimento. Esta verificação também demonstrou falhas
na execução ou insuficiência da norma que orientou o projeto à época da
construção, sendo possível observar a chegada da frente de carbonatação à
armadura imersa por cobrimento em espessura inferior à recomendada pela NBR
6118:2014.
Os resultados dos ensaios de resistividade e potencial de corrosão
apresentaram variabilidade elevada, mostrando-se altamente sensíveis a pequenas
variações da superfície do concreto, bem como à sua umidade, mesmo que tenham
sido tomadas precauções para garantir a condição mais saturada possível para
todos os pontos ensaiados. Todavia, ambos os ensaios mostraram resultados
compatíveis, demonstrando assim a importância da baixa resistividade do concreto
para a formação da célula de corrosão.
Apesar da notável colaboração dos ensaios na avaliação dos parâmetros de
durabilidade da estrutura, não foi possível determinar com precisão através deles a
causa da corrosão nos pilares dos viadutos A1 e A2 que não foram acometidos pela
perda do cobrimento por ação do fogo. Sendo assim, é recomendável que o caso
seja estudado mais a fundo, checando também o teor de cloretos no pilar ou
possíveis contaminações do solo. Havendo a confirmação da ocorrência de
encamisamento do pilar, deve-se analisar a ocorrência de corrosão nas camadas
mais internas, bem como do emprego de aditivos contendo cloretos. Outro caso que
requer mais atenção é a baixa velocidade de propagação de ondas de ultrassom no
pilar P4 do viaduto A1, sendo necessária a repetição do ensaio em outros pontos do
pilar para a verificação da existência de vazios na região ensaiada.
Foi perceptível também que, para os casos aqui estudados, a qualidade do
material e o bom funcionamento da drenagem foram mais relevantes que os fatores
ambientais, visto que, mesmo estando toda a estrutura inserida em ambiente
altamente agressivo, apenas os elementos estruturais onde havia falhas na
concretagem (pilares centrais dos viadutos B1 e B2) e deficiência nos componentes
de drenagem (vigas caixão dos viadutos A1 e A2 e lajes do viaduto B1) das vigas
mostraram forte incidência de carbonatação. Portanto, além da qualidade do
concreto empregado, o bom funcionamento e manutenção dos buzinotes e
125
pingadeiras são também imprescindíveis para a garantia da durabilidade da
estrutura.
Este trabalho também demonstrou a importância da disponibilidade de
projetos tanto executivos quanto de reparo para uma análise mais aprofundada da
durabilidade do material que constitui a estrutura, bem como para a gestão de
manutenção das obras de arte especiais. A presença de informações mais precisas
acerca da data de construção e também a confirmação da existência de reparo,
contendo suas características e especificações, tornariam esta avaliação mais
apurada, permitindo um diagnóstico mais preciso além de projeções da vida útil da
estrutura.
126
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142
ANEXO C – ANOMALIAS A VERIFICAR EM CAMPO (EMEA / SGO DNIT)
1 FISSURAS
1101 Fissura em linha na região dos apoios (m)
1102 Fissura em linha no meio do vão (m)
1103 Fissura em linha a 45º (m)
1104 Fissura na face superior sobre as vigas (m)
1105 Fissura em linha vertical (m)
1106 Fissura em linha horizontal (m)
1107 Fissura próxima ao consolo (m)
1108 Fissura próxima ao apoio com a (m)
superestrutura
1109 Fissura mapeada (m²)
2 MANCHAS
1201 Manchas de fogo (m²)
1202 Fragmentação por fogo (m²)
1203 Manchas de umidade (m²)
1204 Eflorescências, com surgimento de manchas (m²)
esbranquiçadas
3 CONCRETO
1301 Estalactites devido a lixiviação (m²)
1302 Desplacamento do concreto devido a altas (m²)
tensões de compressão
1303 Desgaste superficial (m²)
4 CORROSÃO
1401 Corrosão da armadura (apenas mancha (m²)
de corrosão)
1402 Corrosão da armadura com desplacamento (m²)
de concreto
1403 Corrosão da armadura com desplacamento (m²)
e perda de seção
1404 Corrosão da armadura com desplacamento e (m²)
rompimento da barra
5 DEFEITOS CONSTRUTIVOS
1501 Armadura exposta por deficiência de (m²)
cobrimento, sem corrosão
1502 Concreto segregado (m²)
1503 Nicho de concretagem (m²)
1504 Forma aderida à superfície do concreto (m²)
6 DEFEITOS GEOMÉTRICOS
1601 Desalinhamento (cm)
1602 Deslocamento (cm)
1603 Falta de prumo (cm)
1604 Recalque diferencial (cm)
7 FLECHA
1701 Deformação excessiva (cm)
8 FUNDAÇÃO
1801 Descalçamento (m³)
1802 Exposição das estacas (m³)
9 ENCONTROS
1901 Deslizamento (m³)
1902 Deslizamento gerando esforços imprevistos (m³)
143
1903 Recalque do aterro de aproximação (cm)
1904 Percolação de águas pluviais ou
subterrâneas
(m²)
10 APARELHOS DE APOIO
2001 Dano não gerando esforços imprevistos (cm²)
2002 Dano gerando esforços imprevistos (cm²)
11 JUNTAS
2101 Obstrução, sem causar restrições (m)
2102 Obstrução, causando restrições à
movimentação
(m)
2103 Abertura excessiva (cm)
2104 Recapeamento irregular (m)
2105 Desnível (cm)
12 DRENAGEM
2201 Inexistência de drenos (unid.)
2202 Entupimento de drenos (unid.)
2203 Quantidade ou tamanho insuficiente (unid.)
2204 Deficiência nas pingadeiras e buzinotes (unid.)
13 PAVIMENTO
2301 Buraco (m²)
2302 Desgaste (m²)
2303 Afundamento, escorregamento e/ou
ondulação
(m²)
14 OPERAÇÃO
2401 Sinalização horizontal deficiente
2402 Sinalização vertical deficiente
2403 Choque de veículos (m²)
2404 Iluminação deficiente
2405 Estética causa insegurança ao usuário
2406 Transito de elevadas cargas
2407 Nível de vibração elevado
2408 Guarda-corpo rompido ou inexistente (m)
2409 Impossibilidade de acesso ao passeio
2410 Ausência de passeio em área urbana
2411 Transição perigosa (sem acostamento)
2412 Barreira não padronizada
15 OUTROS
2501 Vegetação incrustada (m²)
2601 Corrosão em elementos metálicos (m²)
2602 Corrosão em elementos metálicos (m²)
com perda de seção