Ensaios Experimentais de Ligações Pilar/Viga Pré-Fabricada para Acções Cíclicas. Engenharia Civil

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1 Ensaios Experimentais de Ligações Pilar/Viga Pré-Fabricada para Acções Cíclicas Tiago André Pacheco de Almeida Dissertação para obtenção de Grau de Mestre em Engenharia Civil Orientador: Professor José Manuel Matos Noronha da Câmara Orientador: Professor Jorge Miguel Silveira Filipe Mascarenhas Proença Júri Presidente: Professor Fernando Manuel Fernandes Simões Orientador: Professor José Manuel Matos Noronha da Câmara Vogal: Professor Válter José da Guia Lúcio Outubro 2014

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3 A felicidade não é algo que você adia para o futuro, é algo que você projecta para o presente. Jim Rohn

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5 Agradecimentos Aos meus orientadores José Câmara e Jorge Proença pelo apoio prestado e pela oportunidade de trabalhar com eles. Ao professor Câmara quero prestar um sincero obrigado pela paciência e dedicação nos momentos mais complicados do trabalho. À empresa Concremat, S.A. pela disponibilidade e parceria no trabalho desenvolvido, com um agradecimento muito especial ao Engenheiro Romeu Reguengo. Não me posso esquecer dos colaboradores da empresa que ajudaram no desenvolvimento das peças com especial obrigado ao Engenheiro José Figueiredo pela sua atenção e coordenação. À Faculdade de Ciências e Tecnologias, mais concretamente ao departamento de Engenharia Civil e à sua direcção. Obrigado a todo o pessoal com que me cruzei no laboratório durante os trabalhos experimentais. Um obrigado especial ao Pedro Marques que me ajudou bastante na fase experimental que com a sua experiência contribuiu bastante para enriquecer este trabalho. Não me posso esquecer dos momentos que passei no Fórum Civil e na CPMEC. Um obrigado a todos os amigos e colegas pelos bons momentos vividos durante o curso. Quero agradecer a todos os meus amigos pelos incentivos encorajadores, a toda a hora e em todos os momentos. O seu apoio foi essencial em todo o meu percurso académico. À minha família, em especial aos meus pais e irmã, pelo amor, dedicação, sacrifícios e educação com que desde sempre me presentearam e que permitiram chegar a esta fase essencial da minha vida profissional. Ao avô Afonso e ao avô Bernardino por infelizmente já não estarem presentes fisicamente nesta etapa da minha vida, mas que com certeza ficariam satisfeitos por finalmente ela acontecer. Muito obrigado por todo o carinho. i

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7 Resumo Juntas de construção em estruturas pré-fabricadas são inevitáveis e devem assegurar um comportamento adequada à estrutura, de preferência com continuidade estrutural. Isto é importante para a resposta a acções verticais e para as acções de origem sísmica, podendo-se obter um comportamento equivalente a uma estrutura betonada totalmente in situ. No seguimento de trabalhos de investigação experimental em que se analisou o comportamento dessas juntas, próximas às zonas dos nós nas ligações viga/viga, apresenta-se neste trabalho os resultados experimentais e a sua interpretação de ensaios para acções cíclicas de simulação dos efeitos sísmicos, daquele tipo de juntas posicionadas para uma ligação viga/pilar. Com estes ensaios pretendeu-se alargar o âmbito de trabalhos anteriores para acções monotónicas à situação de acções cíclicas. Da interpretação dos resultados dos ensaios realizados pode-se concluir que as características da resposta estrutural, pelo facto de haver uma junta com betões de idades diferentes, só são afectadas marginalmente. Estas conclusões foram avaliadas em ensaios em que as características da superfície de ligação dos betões era particularmente pouco rugosa. Para além da análise detalhada das características do comportamento próximo destas juntas, chama-se a atenção para as potencialidades de concepção de processos construtivos com elementos pré-fabricados em que as juntas de ligação possam ser previstas em zonas de esforços elevados (flexão e/ou corte). De facto conclui-se, em geral, que este tipo de ligação assegura características globais de comportamento em serviço e de resistência à rotura, muito próximo às do betão armado contínuo. Mesmo em termos de ductilidade as características não são fortemente afectadas. Palavras-chave: Betão pré-fabricado, ligação pilar/viga, ensaios cíclicos, juntas de construção, continuidade estrutural, comportamento sísmico iii

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9 Abstract Construction joints in precast structures are inevitable and it must ensure suitable performance to the structure, ideally with structural continuity. This is important for the response to vertical actions and the actions with seismic origin, to obtain an equivalent performance to a fully concreted structure "in situ". Following experimental research which analyzed the behavior of these joints next to the areas of beam/beam connections, this work presents the experimental results and their interpretation of analyses for cyclic loading simulation of seismic effects, for that kind of positioned joints for a beam/column connection. With these tests it was intended to extend the scope of previous works for monotonic actions to the situation of cyclical actions. Interpreting the results of the tests, it can be concluded that the structural response is only marginally affected of joints with different age concretes. These findings were evaluated in experiments in which the connection characteristics of the concrete surface were roughened particularly low. Beyond the detailed analysis of the characteristics of the behavior of these near joints, it is called attention to the potential design of construction processes with precast elements in the connection joints may be provided in areas of high stress (bending and/or shear). Indeed it is concluded, in general, that this type of connection provides overall service behavior characteristics and resistance, very close to the continuous reinforced concrete. Even in terms of ductility, characteristics are not seriously affected. Keywords: Precast concrete, column/beam connection, cyclic test, construction joints, structural continuity, seismic Behavior v

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11 Índice 1 Introdução Objectivos e Metodologia Enquadramento Geral Organização Pré Fabricação e Ligação Viga-Pilar Tipos de Sistemas Estruturais Estruturas Reticuladas Paredes Resistentes (e/ou painéis de fachada) Lajes de pavimento e cobertura Estruturas celulares (em caixão) Tipos de ligações Classificação Exigência Ligação Viga Pilar Tipologia Regulamentação Eurocódigo CEB-FIP Model Code Eurocódigo Investigação Modelo Experimental Motivação Geometria do modelo Pormenorização de armaduras Caracterização dos materiais Betão Aço Capacidade resistente dos modelos Sistema de ligação idealizado Execução das peças Programa Experimental Sistema de ensaio Montagem vii

12 4.1.2 Instrumentação Procedimento de ensaio Ensaios quasi-estáticos Protocolos Ensaio cíclico alternado Ensaio com cargas gravíticas Apresentação dos resultados experimentais Ensaio Viga V Ensaio Viga V Ensaio Viga V Ensaio Viga V Interpretação de Resultados Fendilhação Comportamento Global Conclusão Conclusões Perspectivas de desenvolvimentos futuros Bibliografia Anexos... I Anexo A. Gráficos Força-Extensão Viga V1... III Anexo B. Gráficos Força-Extensão Viga V2... VII Anexo C. Gráficos Força-Extensão Viga V3... XI Anexo D. Gráficos Força-Extensão Viga V4... XV Anexo E. Procedimento para Colocação de Extensómetros... XIX Anexo F. Desenhos das armaduras enviados para o fabricante... XXI viii

13 Índice de figuras Figura 2.1 Estrutura reticulada de um edifício industrial (Silva, 1998)... 6 Figura 2.2 Estrutura reticulada contraventada por um núcleo resistente (PCI, 1999)... 6 Figura 2.3 Estrutura com paredes exteriores resistentes (FIP, 1994)... 7 Figura 2.4 Utilização de painéis de fachada (Reguengo, 2010)... 7 Figura 2.5 Pré-laje maciça com estribos salientes (Albarran, 2008)... 8 Figura 2.6 Bateria de estruturas celulares para aplicação em estabelecimentos prisionais (Oliveira, 2012)... 9 Figura 2.7 Exemplo de ligação pilar-fundação (Reguengo, 2010) Figura 2.8 Exemplos de ligação pilar-pilar (Silva, 1998) Figura 2.9 Exemplo de ligação viga-pilar (Reguengo, 2010) Figura 2.10 Exemplo de ligação viga-viga (Reguengo, 2010) Figura 2.11 Exemplo de ligação laje-viga (Silva, 1998) Figura 2.12 Exemplo de ligação laje-laje (Silva, 1998) Figura 2.13 Detalhes que tornam a ligação impossível (Albarran, 2008) Figura 2.14 Exemplo de ligação húmida (Pimentel, 2008) Figura 2.15 Exemplo de ligação seca com uso de cantoneira metálica (Silva, 1998) Figura 2.16 Indicação do EC2 para a largura de interfaces (NP EN ) Figura 2.17 Exemplo de junta indentada (NP EN ) Figura 2.18 Mecanismo de interbloqueamento de inertes (NP EN ) Figura 2.19 Exemplos de tipos de ligação (Reguengo, 2010) Figura 2.20 Esquema de ensaio das vigas (Cavaco, 2005) Figura 2.21 Faseamento das vigas ensaiadas (Pacheco, 2007) Figura 2.22 Esquema de formação de rótulas em vigas (Gião, 2012) Figura 2.23 Diagrama de esforços associados à formação de rótulas plásticas unidireccionais (Gião, 2012) Figura 2.24 Diagrama de esforços associados à formação de rótulas plásticas reversíveis (Gião, 2012) Figura 3.1 Concepção da geometria do modelo experimental (Gião, 2012) Figura 3.2 Digramas de esforços dos modelos em análise Figura 3.3 Modelo 3D em posição vertical (vista das faces inferior e superior) Figura 3.4 Modelo 3D em posição horizontal Figura 3.5 Geometria do modelo experimental Figura 3.6 Geometria dos tipos de junta nos modelos experimentais Figura 3.7 Desenho 3D da primeira fase das vigas Figura 3.8 Pormenorização das armaduras dos modelos Figura 3.9 Prensa utilizada nos ensaios de compressão Figura 3.10 Gráfico Tensão-Deformação ø Figura 3.11 Gráfico Tensão-Deformação ø Figura 3.12 Aproximação da viga ao pilar (FIB, 2012) Figura 3.13 Colocação das vigas e armaduras transversais no nó (FIB, 2012) Figura 3.14 Colocação das lajes e do betão in situ (FIB, 2012) Figura 3.15 Modelo real à escala 1/ Figura 3.16 Pormenores da ligação no modelo real à escala 1/ ix

14 Figura 3.17 Armaduras das vigas e dos maciços Figura 3.18 Viga antes e depois da primeira betonagem Figura 3.19 Execução da segunda fase Figura 3.20 Peça final Figura 4.1 Esquema do sistema de ensaio Figura 4.2 Colocação do gesso Figura 4.3 Modelo com pré-esforço horizontal aplicado / fixação do cabeçote ao actuador Figura 4.4 Ensaio preparado para iniciar Figura 4.5 Esquema da instrumentação nos modelos Figura 4.6 Data logger HBM Spider Figura 4.7 Passo de carga tipo segundo o ensaio cíclico alternado (Gião, 2012) Figura 4.8 Ciclo tipo segundo o procedimento de ensaio cíclico com cargas gravíticas (Gião, 2012) 53 Figura 4.9 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V1) Figura 4.10 Diagrama da força imposta ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V1) Figura 4.11 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico alternado (Viga V1) Figura 4.12 Esquema de fendilhação inicial (V1) Figura 4.13 Esquema de fendilhação num ciclo mais avançado (V1) Figura 4.14 Aspecto final da ligação (V1) Figura 4.15 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V2) Figura 4.16 Diagrama da força imposta ao longo do ensaio cíclico alternado (V2) Figura 4.17 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico alternado (Viga V2) Figura 4.18 Fendilhação inicial (V2) Figura 4.19 Aspecto final da ligação (V2) Figura 4.20 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V3) Figura 4.21 Diagrama da força imposta ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V3) Figura 4.22 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico alternado (Viga V3) Figura 4.23 Aspecto da fendilhação inicial (Viga V3) Figura 4.24 Aspecto final da ligação (Viga V3) Figura 4.25 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico com carga gravítica (Viga V4) Figura 4.26 Diagrama da força imposta ao longo do tempo do ensaio cíclico com carga gravítica (Viga V4) Figura 4.27 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico com carga gravítica (Viga V4) Figura 4.28 Aspecto final da ligação (V4) Figura 4.29 Deformação final da viga (Viga V4) Figura Caminho das cargas (Cavaco, 2005) Figura 5.2 Descasque do banzo inferior (V1) Figura 5.3 Fendilhação final na viga V Figura 5.4 Fendilhação final na viga V Figura 5.5 Fendilhação final na viga V Figura 5.6 Diagramas força-deslocamento da viga de referência 1 de Gião (2012) e da viga V Figura 5.7 Comparação da força-deslocamento das vigas V1 e V Figura 5.8 Diagramas de curvatura ao longo das vigas V1 e V Figura 5.9 Diagramas força-deslocamento das vigas V1 e V Figura 5.10 Diagramas de curvatura ao longo das vigas V1 e V x

15 Figura 5.11 Rotura da viga V Figura 5.12 Diagramas força-deslocamento das vigas V1 e V Figura 5.13 Diagramas de curvatura ao longo das vigas V1 e V Figura 5.14 Diagramas força-deslocamento da viga de referência 2 de Gião (2012) e da viga V Figura 5.15 Exemplo de uma história de deslocamentos xi

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17 Índice de tabelas Tabela 2.1 Valores básicos do coeficiente de comportamento q0, para sistemas regulares em altura Tabela 3.1 Campanha experimental Tabela 3.2 Resumo dos resultados da primeira betonagem aos 28 dias Tabela 3.3 Resumo dos resultados da segunda betonagem aos 28 dias Tabela 3.4 Capacidade última da Viga V Tabela 3.5 Capacidade última da Viga V Tabela 3.6 Capacidade última da Viga V Tabela 3.7 Capacidade última da Viga V Tabela 4.1 Resumo da Instrumentação xiii

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19 Lista de Abreviaturas CEB DCH DCL DCM EC EN FIB FIP MC NP PCI Comité Euro-Internacional du Béton Classe de ductilidade alta (EC8) Classe de ductilidade baixa (EC8) Classe de ductilidade média (EC8) Eurocódigo Norma Europeia Fédération internationale du béton Fédération Internationale de la Précontrainte Model Code Norma Portuguesa Precast/Prestressed Concrete Institute PRECASEISMIC Comportamento de estruturas pré-fabricadas sob acção sísmica REBAP RSA Regulamento de estruturas de betão armado e pré-esforçado Regulamento de segurança e acções xv

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21 1 Introdução 1.1 Objectivos e Metodologia A pré-fabricação apresenta um enorme potencial na área da industrialização da construção. Nem sempre este tipo de solução é bem recebido por parte dos projectistas por se lhe associar uma debilidade estrutural ao nível das ligações entre elementos, nomeadamente sob acções sísmicas, seja por falta de conhecimento ou regulamentação. Desta forma torna-se necessário estudar o comportamento das ligações de modo a averiguar o seu desempenho. Inserido no projecto de investigação PTDC/ECM/116161/2009 PRECASEISMIC Comportamento de Estruturas Pré-Fabricadas sob a Acção Sísmica Desenvolvimento de Ligações de Elevado Desempenho, no presente trabalho estuda-se concretamente uma ligação viga-pilar, submetida a um carregamento cíclico de forma a apurar o seu desempenho. O estudo baseia-se numa ligação típica que se poderá encontrar na indústria da préfabricação cujo estudo é realizado através de ensaios experimentais em laboratório. O objectivo é perceber de que forma a presença de juntas (inevitáveis na ligação entre elementos) perturba o normal funcionamento do nó de ligação. Através de acções cíclicas pretende-se investigar de que maneira a resistência e a ductilidade das ligações são afectadas sob este tipo de carregamento. 1.2 Enquadramento Geral A pré-fabricação de estruturas de betão surge como forma de industrializar a construção. A sua maior ascensão aparece logo após a 2ª guerra mundial por forma a dar resposta à escassez de habitação fruto da destruição das grandes cidades e aldeias, como escreve Ferreira (2001). Desta forma, a construção de edifícios passa a ser formada por componentes isolados que se ligam no local de implantação do edifício. Estes componentes não passam de produtos que se fabricam em linhas de montagem de unidades fabris (Santos, 1983), assemelhando-se assim à indústria em geral. As estruturas pré-fabricadas diferem das estruturas monolíticas (ou estruturas betonadas in situ) pelo processo construtivo distinto que as constituem. Enquanto a produção das estruturas monolíticas desenrola-se praticamente toda no local de construção, a produção das estruturas pré-fabricadas ocorre em zonas fabris e posteriormente são ligadas em obra. Na pré-fabricação as ligações são zonas singulares da estrutura e são desenvolvidas no local de implantação da obra em condições bem diferentes da restante estrutura. Estas têm o objectivo de restituir o monolitismo que se verifica nas estruturas monolíticas (Proença J. M., 1996). 1

22 As estruturas pré-fabricadas em betão apresentam inúmeras vantagens. Através do bulletin 27 da FIB (2003) e de Proença (1996) (que cita diversos autores) é possível apresentar algumas. A velocidade de construção deste sistema é superior devido a uma maior taxa de reutilização dos moldes, da redução dos sistemas de escoramento e andaimes e da utilização óptima dos equipamentos. Através da redução dos tempos de construção é possível obter custos globais mais reduzidos. No entanto existem também algumas desvantagens das quais se salienta a dificuldade em criar ligações entre os diversos elementos sem que se prejudique o global funcionamento da estrutura. Por outras palavras, nem sempre é fácil garantir o monolitismo da ligação. De um modo geral, pode-se afirmar que a pré-fabricação torna-se especialmente vantajosa para construções de dimensões apreciáveis, com repetição de elementos e procedimentos. Os exemplos mais claros que se podem encontrar em Portugal são pavilhões industriais, parques de estacionamento e obras de arte. Contudo, é possível também aplicar a pré-fabricação a edifícios de habitação ou escritórios, contrariando a tendência observada no nosso país. Para tal convém encarar a pré-fabricação como uma extensão da construção em betão betonado in situ, ao invés de a considerar uma alternativa distinta. Fazendo um compromisso entre ambas as técnicas correntes de construção in situ e de pré-fabricação, é possível conceber estruturas economicamente competitivas num projecto alternativo concorrente. Em suma, para que se estabeleça um compromisso entre uma solução estruturalmente eficiente em estruturas pré-fabricadas, torna-se necessário estudar a sua maior fragilidade, as ligações entre os elementos estruturais submetidos à acção sísmica. 1.3 Organização A presente dissertação está dividida em seis capítulos, No Capítulo 1 faz-se a introdução à dissertação. Aqui explica-se o objectivo do trabalho bem como a sua metodologia. Faz-se ainda um enquadramento geral da situação estudada. No Capítulo 2, são apresentadas algumas características da pré-fabricação e a teoria relacionada com a ligação viga-pilar. Começa-se por apresentar os vários tipos de sistemas estruturais em pré-fabricação bem como os vários tipos de ligação existentes, tipologia e exigências. Na segunda parte enfatiza-se os tipos de ligação vigapilar em pré-fabricação, a regulamentação existente e a investigação já realizada neste âmbito. No Capítulo 3 descreve-se o modelo de ensaio apresentado. Explica-se o que motivou ao seu desenvolvimento, a sua geometria e concepção, a caracterização dos materiais e como se enquadra numa situação real. Apresenta-se também a capacidade resistente dos modelos, bem como a sua execução. 2

23 No Capítulo 4 apresenta-se todo o programa experimental, desde o sistema de montagem e instrumentação, aos protocolos e procedimentos de ensaio utilizados. Faz-se ainda a descrição dos ensaios realizados e apresentam-se os resultados principais. No Capítulo 5 interpretam-se os resultados obtidos nos ensaios experimentais e apresenta-se uma comparação com os trabalhos anteriores. No Capítulo 6 exibem-se as principais conclusões do estudo efectuado e do trabalho experimental bem como as sugestões de desenvolvimentos futuros. 3

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25 2 Pré Fabricação e Ligação Viga-Pilar 2.1 Tipos de Sistemas Estruturais O sistema estrutural utilizado nas estruturas pré-fabricadas varia de acordo o próprio fabricante, uma vez que o sistema é considerado como parte da competitividade do negócio (Oliveira, 2012). O comportamento de uma estrutura pré-fabricada é muito condicionado pelo modo como são dimensionadas e realizadas as suas ligações. Desta forma, o processo de fabrico, a tecnologia associada e os materiais disponíveis influenciam directamente o dimensionamento das estruturas. Os projectistas têm, por isso, que conhecer os vários sistemas disponíveis no mercado e dar lugar a uma forte interacção e cooperação, de forma a potenciar a solução idealizada (Pimentel, 2008). Os sistemas mais comuns são (FIP, 1994) (Silva, 1998): - Estruturas reticuladas; - Paredes resistentes (e/ou painéis de fachada); - Lajes de pavimento e cobertura; - Estruturas celulares (em caixão). Como se lê em Mendes (2007), estes sistemas devem ser convenientemente conjugados de modo a tirar o máximo partido das suas características. A sua escolha recai sobre o tipo de utilização, segurança, estética, custo, conforto e prazo de execução Estruturas Reticuladas As estruturas reticuladas, de um ou mais pisos, são constituídas por peças lineares, ou seja, por vigas e pilares pré-fabricados. Este tipo de estrutura pode apresentar pontualmente, paredes ou núcleos resistentes de forma a melhorar o comportamento às acções horizontais. Nas estruturas de um piso, encontram-se essencialmente armazéns e edifícios industriais. Estes edifícios são constituídos basicamente por pilares encastrados na base e asnas apoiadas nos pilares. Quando numa direcção o vão é muito menor que na outra, existem vigas longitudinais que juntamente com os pilares formam pórticos na direcção de menor vão. A cobertura em chapa metálica é apoiada em madres que por sua vez apoiam nas asnas. Na Figura 2.1 pode-se observar um exemplo de uma estrutura reticulada. 5

26 Figura 2.1 Estrutura reticulada de um edifício industrial (Silva, 1998) No que toca às estruturas de 2 ou mais pisos, estes podem atingir mais de 20 andares e são normalmente utilizados para habitação e escritórios. Este tipo de edifícios, para além das vigas e pilares, são também contraventados por núcleos de escadas e de elevadores, como se pode ver na Figura 2.2. Existe uma diminuição dos vãos para fazer face às cargas gravíticas actuantes nos pavimentos. Figura 2.2 Estrutura reticulada contraventada por um núcleo resistente (PCI, 1999) Paredes Resistentes (e/ou painéis de fachada) Neste tipo de sistema as paredes constituem simultaneamente as paredes exteriores e interiores os elementos estruturais resistentes, na ausência de vigas e pilares. É habitualmente utilizado em construção modular para habitação. Tem a particularidade de apresentar alta resistência ao fogo e bom comportamento térmico. Os painéis apresentam apenas aberturas para portas e janelas (Figura 2.3). As paredes resistentes podem surgir isoladamente ou agrupadas em núcleos resistentes (núcleos de escadas e de elevadores), podendo funcionar como elemento único da superestrutura. 6

27 Figura 2.3 Estrutura com paredes exteriores resistentes (FIP, 1994) Os painéis de fachada podem ser colocados nas estruturas reticuladas e nas estruturas com paredes resistentes como elementos de contraventamento caso as ligações sejam dimensionadas para tal. Os painéis de fachada têm um comportamento estrutural idêntico ao das paredes resistentes. Na Figura 2.4 pode-se ver a utilização destes painéis numa estrutura reticulada bem como a sua ligação. Figura 2.4 Utilização de painéis de fachada (Reguengo, 2010) 7

28 2.1.3 Lajes de pavimento e cobertura As lajes têm a principal função de resistir às cargas gravíticas transferindo-as para a restante estrutura, têm ainda que ter rigidez suficiente para que funcione como um diafragma rígido por forma a transmitir aos elementos verticais os carregamentos horizontais a que a estrutura é submetida. Tem, ainda, que garantir a distribuição transversal de cargas concentradas (Pimentel, 2008). Como se trata de um elemento pré-fabricado, as ligações têm que ser garantidas para que o efeito de diafragma se proporcione (Oliveira, 2012). Deste modo, a betonagem final das faces superiores das lajes e vigas é realizada em obra com a inclusão de armaduras ordinárias para conferir algum grau de monolitismo aos vários tipos de elementos. As soluções de lajes pré-fabricadas mais comercializadas são: Lajes alveolares; Lajes nervuradas (em T ou duplo T); Lajes maciças (pré-lajes)(figura 2.5); Lajes de vigotas. Figura 2.5 Pré-laje maciça com estribos salientes (Albarran, 2008) Estruturas celulares (em caixão) No que concerne às estruturas celulares estas são tipicamente utilizadas como partes constituintes de edifícios, sendo que estes caixões podem por si só ser unidades independentes como quartos ou casas de banho. Quando ligados entre si pode-se obter um edifício completo tendo a rapidez de execução como principal vantagem. Podem vir de fábrica com todos os equipamentos necessários ao seu desempenho ficando apenas a 8

29 ligação às redes locais por efectuar. Não podem apresentar grandes dimensões devido a limitações de transporte. Na Figura 2.6 encontra-se um exemplo de aplicação deste tipo de estruturas. Figura 2.6 Bateria de estruturas celulares para aplicação em estabelecimentos prisionais (Oliveira, 2012) 2.2 Tipos de ligações As ligações entre elementos pré-fabricados representam um papel fundamental para o comportamento global das estruturas. Estas têm a função de permitir que as forças aplicadas na estrutura se transfiram entre os elementos até às fundações. Grande parte da viabilidade das soluções em estruturas pré-fabricadas depende da boa execução em obra destes pontos singulares da estrutura. Desta forma é necessário perceber que tipos de ligação existem à disposição bem como as suas características e exigências Classificação Apesar de existir alguma diversidade das ligações neste tipo de estruturas, é possível segmentar e resumir as mesmas em função de vários parâmetros, entre os quais, os tipos de elementos ligados, o processo de execução, a natureza do esforço predominante e consoante o seu comportamento à flexão (Santos, 1983). Tendo em conta o tipo de elemento ligado, as ligações mais comuns podem ser: Pilar-fundação (Figura 2.7); 9

30 Pilar-pilar (Figura 2.8); Figura 2.7 Exemplo de ligação pilar-fundação (Reguengo, 2010) Viga-pilar (Figura 2.9); Figura 2.8 Exemplos de ligação pilar-pilar (Silva, 1998) Figura 2.9 Exemplo de ligação viga-pilar (Reguengo, 2010) 10

31 Viga-viga (Figura 2.10); Laje-viga (Figura 2.11); Figura 2.10 Exemplo de ligação viga-viga (Reguengo, 2010) Laje-laje.(Figura 2.12). Figura 2.11 Exemplo de ligação laje-viga (Silva, 1998) Figura 2.12 Exemplo de ligação laje-laje (Silva, 1998) 11

32 Simplificadamente, pode-se classificar as ligações no que toca ao processo de execução como (Oliveira, 2012): Ligações de apoio simples, em que o peso próprio e a resistência dos elementos são responsáveis pela sua ligação. Não existe qualquer componente de fixação entre elementos; Ligações de continuidade betonadas in situ com recurso a armadura ordinária que são responsáveis por ligar os diferentes elementos conferindo algum grau de monolitismo; Ligações pré-esforçadas, realizadas através de cabos ou barras de pré-esforço, aplicados na zona da junta de ligação com uma força de pós-tensão que garante a ligação entre os elementos; Ligações coladas com caldas de cimento ou com recurso a resinas epoxídicas que melhoram a superfície de contacto entre elementos garantindo a sua ligação; Ligações soldadas, através de soldadura em elementos metálicos salientes das peças em betão a ligar; Ligações aparafusadas, que ligam os elementos pré-fabricados através de peças metálicas aparafusadas entre si, de modo semelhante às ligações soldadas. As ligações têm um papel fundamental na transmissão de esforços, pelo que deve ser tida em conta a combinação de esforços que nela ocorrem para que se proceda ao seu correcto dimensionamento. Se a classificação tiver como base o esforço predominante que actua na ligação, simplificadamente temos: Ligações de compressão; Ligações de tracção; Ligações de flexão; Ligações de corte; No que concerne à rigidez à flexão das ligações e graus de liberdade admitidos, tipicamente nas ligações entre viga e pilar, estas podem ser: Ligações articuladas: apresentam rigidez à flexão nula não transmitindo momento flector. Apenas transmitem esforços de corte e axiais. Em relação aos esforços axiais, estas ligações podem ser apenas denominadas de simplesmente apoiadas caso não exista nenhum elemento de fixação que assegure a transmissão deste esforço, ou seja, o esforço axial transfere-se assim através do atrito entre elementos; Ligações de continuidade total ou rígidas: trata-se de ligações encontradas numa estrutura monolítica. Existe transmissão total do momento flector para o qual a ligação foi dimensionada. A deformabilidade por flexão é nula; 12

33 Ligações de continuidade parcial ou semirrígidas: Permitem uma transmissão de esforços por flexão de acordo com a deformabilidade rotacional permitida. Existe um monolitismo parcial, ou seja, inferior ao encontrado numa ligação rígida; É possível encontrar informação mais detalhada no que toca a ligações no qual se destaca o PCI (1988) e o trabalho de Silva (1998) Exigência Do ponto de vista da exigência das ligações em pré-fabricação, estas têm que corresponder ao nível encontrado numa estrutura de betão armado betonado in situ. Pretende-se que as ligações se equiparem do ponto de vista da capacidade resistente e eficiência sísmica (Oliveira, 2012) às estruturas de betão armado, pois de uma forma geral estão sujeitas aos mesmos tipos de acções. Como resume Albarran (2008) através de Proença (1996), as exigências estruturais a que as ligações estão sujeitas são: Resistência mecânica: as ligações entre elementos devem ter uma capacidade resistente adequada aos efeitos das acções que se farão sentir durante o tempo de vida útil da estrutura. Estes efeitos são resultantes tanto das acções correntes (características de qualquer estrutura) como dos efeitos provenientes das restrições a variações volumétricas resultantes de variações diferenciais de temperatura ou retracção diferencial do betão (no caso de betões de idades diferente); Ductilidade: de uma forma geral pretende-se que a estrutura apresente capacidade para ter grandes deformações antes da rotura. Nas peças pré-fabricadas a ductilidade decorre tanto nas peças como nas ligações. Sempre que a rotura ocorre por tracção do aço ao invés da compressão do betão a ductilidade é maior, como se verifica nas estruturas de betão armado; Durabilidade: todos os componentes da estrutura, em especial as ligações, devem apresentar as características de durabilidade adequadas ao tipo de exposição ambiental que irão enfrentar ao longo da sua vida útil. Deve ser dada especial atenção aos elementos metálicos expostos, assegurando a protecção contra a corrosão, através do seu envolvimento em betão ou através do tratamento anticorrosivo das superfícies expostas; Resistência ao fogo: as estruturas pré-fabricadas devem-se equiparar às betonadas in situ no que diz respeito ao cumprimento das especificações regulamentares de segurança ao fogo. Na presença de elementos metálicos aparentes (consolas curtas, chapas de ligação, cantoneiras, etc.), torna-se necessário o seu envolvimento em betão ou qualquer outro material que assegure todas as características de isolamento necessário para garantir resistência adequada ao fogo. Devem ser 13

34 respeitadas as especificações para os materiais presentes nos regulamentos de segurança ao fogo (RSCI, 2010); Estabilidade e equilíbrio: estas exigências estruturais referem-se não só ao comportamento definitivo da estrutura mas também ao comportamento provisório das diferentes fases de montagem. Durante o transporte os elementos devem possuir acessórios de suspensão para a movimentação na carga, descarga e montagem; Existem ainda outras exigências a salientar como (Reis, 2000): (i) a localização das ligações, do ponto de vista estrutural. A melhor localização para as ligações é nas zonas menos esforçadas, para diminuir a vulnerabilidade. Estas zonas são normalmente localizadas a meia altura dos pilares e a um quarto do vão das vigas, o que regra geral, dificulta a execução dessas ligações, o que pode tornar as peças pré-fabricadas mais complexas; (ii) a limitação do custo global, à qual correspondem as operações de produção e a exigência de mão-de-obra especializada na execução das ligações. É importante reduzir a quantidade de ligações mas ter em consideração que uma redução leva à concepção de elementos pré-fabricados de maiores dimensões e geometrias mais complexas, o que pode criar dificuldades relacionadas com o fabrico, transporte e montagem dos mesmos. As ligações devem ser o mais standard possível, pois à medida que o trabalhador se familiariza com os processos necessários para a sua execução, a sua produtividade aumenta e a probabilidade de erro diminui; (iii) exigências estéticas, que tem em conta os aspectos arquitectónicos que podem surgir nas pormenorizações das ligações. As técnicas utilizadas na execução das ligações são equivalentes às utilizadas habitualmente em estruturas de betão armado e pré-esforçado in situ e em construção de soluções mistas, como por exemplo ligações com conectores mecânicos; (iv) tolerâncias dimensionais, que prevêem eventuais desvios dimensionais abrangidos pela tolerância das dimensões dos próprios elementos ou do seu posicionamento em obra. Ao planear as ligações deve-se permitir que o elemento seja colocado na sua posição final da forma mais simples possível. Na Figura 2.13 pode-se observar um caso em que é necessário elevar um elemento segundo um ângulo inclinado, o que torna a operação mais delicada e um manuseamento difícil, sendo portanto não recomendada pela dificuldade de execução. 14 Figura 2.13 Detalhes que tornam a ligação impossível (Albarran, 2008) Mais recomendações podem ser consultadas no manual do PCI (1999).

35 2.3 Ligação Viga Pilar Até aqui apenas se destacou a pré-fabricação em geral de modo a apresentar um panorama das várias soluções disponíveis. Partindo em direcção à solução estudada no âmbito deste trabalho, segue-se uma análise mais exaustiva às ligações viga-pilar que garantam a transmissão integral dos esforços de flexão entre os elementos confluentes nas juntas de ligação. A ligação viga-pilar é uma das ligações mais importantes da estrutura pois dela depende a eficácia dos pórticos estruturais. Sendo este o tipo de ligação alvo de estudo, nesta parte destaca-se a ligação viga-pilar e suas principais características, regulamentação associada e ensaios já existentes Tipologia No que toca às ligações viga-pilar, podem-se destacar dois tipos de ligação de uso frequente nas estruturas préfabricadas. São estas as ligações compósitas ou húmidas (composite/wet connections) e ligações secas (dry connections), segundo o PCI (1988). As ligações húmidas caracterizam-se pela necessidade da realização de trabalhos de betonagem in situ na região do nó. Por norma, a betonagem do nó é efectuada na mesma altura em que se executa a betonagem da lâmina de compressão da laje e da parte superior da viga pré-fabricada. A viga pré-fabricada é composta apenas por armadura longitudinal inferior saliente nas extremidades para amarração no nó e também por armaduras transversais à vista para posterior cintagem da armadura longitudinal superior. Os varões correspondentes à armadura longitudinal superior são colocados em obra mesmo antes de se efectuarem as operações de betonagem. A viga está dimensionada para resistir ao peso próprio na fase de transporte e construção. Na Figura 2.14 pode-se ver um exemplo duma ligação húmida. Figura 2.14 Exemplo de ligação húmida (Pimentel, 2008) 15

36 Este tipo de ligações apresenta como principal vantagem a elevada tolerância do posicionamento das vigas em relação aos pilares. Segundo Proença (1996) o comportamento estrutural experimentado por este tipo de ligações, assemelha-se ao de ligações monolíticas, apresentando apenas níveis de deformabilidade superiores. A desvantagem desta ligação é que ao envolver trabalhos adicionais em obra, como a betonagem in situ do nó, induz elevados tempos de espera na montagem da estrutura (Oliveira, 2012). Quando a ligação é efectuada com recurso a soldaduras, aparafusamento ou pré-esforço, local ou em toda a viga, sem efectuar betonagens no nó de ligação, a ligação caracteriza-se como sendo seca. Neste tipo de ligações, o rigor no posicionamento é mais elevado, devendo existir um controlo mais severo nos desvios geométricos e no posicionamento dos elementos. Na Figura 2.15 apresenta-se um exemplo de ligação seca com recurso a cantoneira metálica. As vigas são ligadas ao pilar por intermédio da inclusão de varões metálicos em furos previamente preparados e posteriormente selados com grout. A ligação de uma chapa de continuidade na zona superior da ligação permite que sejam transmitidas as tensões de tracção que dão origem aos momentos negativos sobre os apoios (Pimentel, 2008). Existe a vantagem de ser uma ligação de rápida execução em obra. Figura 2.15 Exemplo de ligação seca com uso de cantoneira metálica (Silva, 1998) Regulamentação A regulamentação pela qual se regem as estruturas de betão armado em Portugal é o REBAP (Regulamento de Estruturas de Betão Armado e Pré-Esforçado)e o RSA (Regulamento de Segurança e Acções para Estruturas de Edifícios e Pontes). No REBAP está prevista uma pequena orientação para a construção de estruturas préfabricadas de betão armado. Nas estruturas betonadas in situ não é normalmente considerada a verificação da segurança na interface entre betões de idades diferentes. A verificação da segurança ao corte nas juntas de betonagem é uma exigência mais actual e cada vez mais corrente nas estruturas pré-fabricadas (Cavaco, 2005). Desta forma, o EC2 (Eurocódigo 2: Projecto de Estruturas de Betão) apresenta algumas orientações para este tipo de estruturas, da mesma forma que o EC8 (Eurocódigo 8: Projecto de Estruturas para Resistência aos Sismos) vem trazer orientações para o dimensionamento de estruturas às acções sísmicas. Existe também o 16

37 Model Code 90 (CEB-FIP, 1993) que contempla recomendações para estruturas de betão em geral. Outro exemplo é o PCI Design Handbook (1999), que apresenta e esclarece questões de pormenor com exemplos práticos para o bom funcionamento e pormenorização de estruturas pré-fabricadas. De seguida enaltecem-se algumas recomendações regulamentares mais recentes, nomeadamente encontradas no EC2, EC8 e MC Eurocódigo 2 As regras a ter em conta no dimensionamento de edifícios total ou parcialmente constituídos por elementos pré-fabricados de betão podem ser encontradas na secção 10 do EC2, constituindo um complemento às regras indicadas nas restantes secções. A transmissão do esforço longitudinal nas juntas de betonagem verticais é regulada na cláusula do EC2. As tensões de corte na interface entre betões de idades diferentes devem satisfazer a expressão: v Edi v Rdi (2.1) Sendo que v Edi é o valor de cálculo da tensão de corte actuante na interface vertical dado pela expressão: Em que: v Edi = β. V Ed z. b i (2.2) β Relação entre o esforço longitudinal existente na área de betão correspondente à 2ª betonagem e a força longitudinal toral M Ed z, ambas calculadas para a secção em questão. V Ed Esforço transverso z braço da secção total b i largura da interface (Figura 2.16) 17

38 Figura 2.16 Indicação do EC2 para a largura de interfaces (NP EN ) v Rdi valor de cálculo da tensão de corte resistente da interface dado por: v Rdi = c f ctd + μ σ n + ρ f yd (μ sin α + cos α) 0.5 ν f cd (2.3) c e µ - factores que dependem da interface f ctd resistência de cálculo à tracção do betão de menor resistência. σ n tensão normal na junta, calculada com base no valor mínimo da acção que a provoca, que pode actuar simultaneamente com o esforço transverso. Toma valores negativos para compressões e valores positivos no caso das tracções, estando limitada a 60% do valor de f cd. ρ = A s Ai A s Área de armadura que atravessa a interface A i Área da interface α ângulo com que a armadura atravessa a junta ν factor correctivo de redução de resistência à compressão por efeitos de tensões de tracção na direcção transversal. Com f ck em MPa, ν é dado por: ν = 0.6 [1 f ck 250 ] (2.4) Na ausência de informações mais pormenorizadas, as superfícies podem ser classificadas como muito lisas, lisas, rugosas e indentadas. Estes parâmetros servem para quantificar os factores c e µ e encontram-se detalhados no EC2. Esta classificação de rugosidade é difícil de quantificar sendo também de realçar que as dimensões mínimas dos dentes parecem ser, em geral, insuficientes, para o caso de se querer tirar partido 18

39 duma boa ligação indentada na transmissão integral dos esforços. Na Figura 2.17 encontra-se um tipo de junta indentada e também a exemplificação de alguns parâmetros referidos anteriormente. Figura 2.17 Exemplo de junta indentada (NP EN ) A resistência ao corte é conseguida pela mobilização conjunta de dois efeitos: o mecanismo de interbloqueamento de inertes (Figura 2.18) e o efeito de ferrolho. No entanto, a expressão analítica proposta pelo EC2 que permite verificar a segurança apenas contempla o mecanismo relativo ao primeiro efeito, não podendo ser utilizada em sobreposição com a da resistência de ferrolho (Câmara, 2006). Figura 2.18 Mecanismo de interbloqueamento de inertes (NP EN ) As ligações que transmitem esforços de flexão pressupõem a adopção de armadura contínua através da ligação com um comprimento de amarração mínimo que deve ser calculado em cada caso. Esta continuidade pode ser obtida por sobreposição de varões, injecção dos furos de alojamento das armaduras, sobreposição de laços de armadura, soldadura de varões ou de chapas de aço, pré-esforço, dispositivos mecânicos e conectores (Pimentel, 2008). 19

40 CEB-FIP Model Code 1990 Segundo Cavaco (2005), a verificação da segurança ao estado limite último de interfaces sujeitas a esforços de corte pode ser efectuada em conformidade com a cláusula do Model Code 90. De acordo com este código, o dimensionamento de interfaces de betão armado atravessadas por armaduras, entre os quais existe transferência de esforços de corte, deve fazer-se tendo em conta dois mecanismos básicos de resistência: o atrito ou fricção entre superfícies de betão e o efeito de ferrolho desenvolvido. Todas as verificações de segurança podem ser consultadas no Model Code 90 ou mesmo na tese de Mestrado de Cavaco (2005) que resume todas estas verificações. De salientar que, em situações em que a armadura atravessa a interface de forma não perpendicular, a resistência deve ser calculada com base numa expressão diferente. Na parte IV do MC90 são feitas algumas recomendações para o dimensionamento de estruturas pré-fabricadas, como por exemplo a diferença entre juntas do tipo plano e juntas do tipo indentado e recomenda-se a utilização do segundo tipo de ligações entre peças submetidas a compressão axial desprezável Eurocódigo 8 O EC8 dá orientações sobre todos os aspectos de concepção de estruturas para resistência aos sismos com vários materiais estruturais e para os vários tipos de estruturas. No capítulo dedicado especificamente a edifícios de betão, existe uma parte específica para dimensionamento de estruturas pré-fabricadas, incidindo sobre as ligações e os diversos elementos de uma estrutura pré-fabricada. É referido que todas as disposições aplicáveis a edifícios de betão são também válidas nas estruturas pré-fabricadas. Nas estruturas de betão armado o coeficiente de comportamento, q, é determinado pela expressão (2.5) tendo em consideração o tipo de estrutura e a classe de ductilidade presentes na Tabela 2.1. q = q 0 k w (2.5) Tabela 2.1 Valores básicos do coeficiente de comportamento q 0, para sistemas regulares em altura TIPO ESTRUTURAL DCM DCH Sistema pórtico, sistema misto pórtico-parede, sistema de paredes acopladas 3,0 α u α 1 4,5 α u α 1 Sistema de paredes desacopladas 3,0 4,0 α u α 1 Sistema flexível de torção 2,0 3,0 Sistema pendular invertido 1,5 2,0 k w, α u e α 1 são definidos no EC8. 20

41 Para estruturas que não são regulares em altura o valor de q deve ser reduzido em 20%. O dimensionamento de estruturas com ductilidade reduzida (DCL) é desaconselhado em regiões de maior sismicidade. Para estes casos o coeficiente de comportamento para os esforços deverá ser da ordem de 1,5. Como não é conhecido o comportamento não linear das estruturas pré-fabricadas, a norma é conservativa na redução dos esforços devido à acção sísmica. É utilizado um coeficiente de comportamento inferior ao utilizado em estruturas correntes e é determinado por: q p = k p q (2.6) Em que q é o valor do coeficiente de comportamento para as estruturas betonadas in situ e k p é um factor de redução que depende da capacidade de dissipação de energia da estrutura. Os valores recomendados são de k p = 1 para estruturas com ligações exteriores às regiões críticas ou para estruturas com ligações interiores a essas regiões, sobredimensionadas ou dissipativas. Nos restantes casos recomenda-se k p = 0,65. Reguengo (2010) escreve que para avaliação apropriada do efeito das ligações de estruturas pré-fabricadas na dissipação de energia da estrutura e de acordo com o EC8 identificam-se as seguintes situações: Ligações situadas fora das regiões críticas, sem afectar a capacidade de dissipação de energia. A ligação deve situar-se a uma distância da extremidade mais próxima da região crítica de pelo menos, a maior das dimensões transversais do elemento. A ligação deve ser dimensionada à flexão e corte, considerando coeficientes de majoração para ter em conta as sobre resistências nas regiões críticas. Os coeficientes de majoração dependem da classe de ductilidade (DCM e DCH). Ligações situadas dentro das regiões críticas, sobredimensionadas de tal forma que permanecem em regime elástico. A ligação deve ser dimensionada considerando coeficientes de majoração dos esforços para ter em conta as sobre resistências das restantes secções. As armaduras da ligação devem estar totalmente amarradas ainda dentro da região crítica. As armaduras da região crítica devem estar totalmente ancoradas fora da ligação. Ligações situadas dentro das regiões críticas, com ductilidade substancial. Deve fazer-se prova da ductilidade da ligação. A ductilidade pode ser demonstrada verificando as cláusulas aplicáveis a estruturas betonadas in situ ou por meio de ensaios cíclicos repetidos em regime plástico. O mecanismo predominante de dissipação de energia deve consistir em rotações plásticas nas regiões críticas. Admite-se ainda a possibilidade de dissipação de energia por meio de mecanismos plásticos de corte nas ligações. Na Figura 2.19 pode-se observar os vários tipos de ligação mencionados anteriormente. O EC8 incide também sobre a fase construtiva deste tipo de estruturas, impondo a necessidade de travamento ao longo da fase de construção do edifício, apesar da não consideração da acção sísmica nesta fase como critério de dimensionamento. 21

42 Figura 2.19 Exemplos de tipos de ligação (Reguengo, 2010) Investigação Às estruturas pré-fabricadas tem sido atribuído o rótulo de mau desempenho perante acções sísmicas. As ligações estruturais têm vindo a ser apontadas como uma das principais causas de alguns dos mais importantes acidentes ocorridos durante os sismos. Desta forma muitos trabalhos de investigação têm vindo a ser desenvolvidos nesta matéria. Destacam-se os trabalhos de Santos (1983), Silva (1998), Cavaco (2005) e Pacheco (2007) no âmbito das ligações viga-pilar húmidas (composite/wet connections). Santos (1983), Comportamento de Ligações de Estruturas Pré-fabricadas de Betão. Este trabalho é composto por quatro fases: (i) classificação dos sistemas de pré-fabricação, de acordo com os elementos ligados, listando as suas principais características e os respectivos procedimentos de dimensionamento; (ii) programa de ensaios experimentais monotónicos e cíclicos num total de 16 modelos físicos de elementos ou subestruturas préfabricadas; (iii) análise e interpretação dos resultados dos ensaios em que o autor procurou determinar a 22

43 capacidade resistente dos sistemas ensaiados, o seu mecanismo de rotura, avaliar os valores do coeficiente de ductilidade assim como a sua capacidade de dissipação de energia; (iv) elaboração de recomendações para o dimensionamento do sistema em estudo. O autor estabeleceu ainda uma analogia comparativa entre o comportamento do sistema estudado e o comportamento de um homólogo em estrutura monolítica de betão armado moldado em obra, sujeitos a acções monotónicas ou cíclicas. Os ensaios realizados mostraram comportamentos idênticos aquando da comparação dos parâmetros analisados. Silva (1998), Ligações entre Elementos Pré-fabricados de Betão. Este trabalho traduziu-se, fundamentalmente, numa síntese e compilação dos factores essenciais de concepção e execução de ligações entre elementos pré-fabricados de betão. Foram ainda apresentados alguns modelos de dimensionamento e de pormenorização de armaduras para as ligações estudadas, abordando ainda aspectos relativos ao comportamento estrutural e à durabilidade das ligações. Cavaco (2005), Juntas de Construção em Elementos Pré-Fabricados. Neste trabalho ensaiaram-se 4 vigas à rotura para carregamento monotónico. Duas vigas de referência (V 1ref e V 2ref ) sem juntas de construção e duas vigas pré-fabricadas (V 1p e V 2p ). No grupo V 1 as vigas tinham menor quantidade de armadura transversal com o intuito de provocar uma rotura por esforço transverso e verificar como a junta poderia influenciar neste tipo de situação. No grupo V 2 as vigas tinham maior quantidade de armadura transversal, procurando que a rotura se desse por momento flector e com elevado esforço transverso na alma. Na Figura 2.20 é possível visualizar o esquema de ensaio. Com o ensaio do Grupo V 1 observou-se que a presença da junta em nada interfere pois em ambos os casos a rotura é frágil por esforço transverso, ou seja, é a rotura indesejável mas já conhecida por parte das estruturas de betão armado. Nos ensaios do grupo V 2 concluiu-se que a capacidade resistente das vigas foi idêntica, no entanto verificou-se na viga pré-fabricada um comportamento com menores características de ductilidade. Figura 2.20 Esquema de ensaio das vigas (Cavaco, 2005) Pacheco (2007), Comportamento de ligações em betão entre peças pré-fabricadas. Este trabalho surge no seguimento do trabalho de Cavaco (2005). Foram ensaiadas quatro tipos de viga (Figura 2.21). Na viga V 1 aplicou-se dois tipos de colas estruturais diferentes nas juntas de interface. As vigas V 2 e V 4 vêm no seguimento do trabalho anterior mas com a inserção de armadura longitudinal a atravessar a junta. De salientar que a V 4 23

44 apresentava menor taxa de armadura longitudinal de tracção que a V 2, sendo este o critério de diferenciação. Também a ductilidade prevista da viga V 2, face à viga V 4 era inferior, situação que se veio a confirmar mais adiante. A viga V 3 pretendeu mostrar o efeito de juntas inclinadas em duas direcções distintas. Após os ensaios realizados foi possível retirar as seguintes conclusões: (i) Mesmo na presença de colas estruturais, o facto de existir uma junta de interface, esta continua a produzir uma fendilhação precoce na zona, não havendo melhoria no comportamento. (ii) O facto de existir armadura extra na alma permite uma melhoria no esquema de fendilhação e na ductilidade, situações que se assemelham a uma ligação monolítica. (iii) Qualquer que seja a inclinação da junta inclinada estudada, em ambas as situações a capacidade resistente não foi afectada, a fendilhação decorreu de forma normal e a ductilidade foi muito semelhante a uma ligação monolítica. Figura 2.21 Faseamento das vigas ensaiadas (Pacheco, 2007) De salientar ainda a existência de um trabalho incidente sobre o estudo do comportamento de ligações vigapilar às acções sísmicas. Gião (2012), Ligação Viga-Pilar de alto Desempenho Sísmico. Este trabalho de investigação incidiu no estudo do comportamento sísmico de uma ligação viga-pilar. Partindo do pressuposto que em pórticos com bom comportamento sísmico as rótulas plásticas devem-se formar nas vigas, o estudo experimental compreendeu a análise do comportamento histerético da zona crítica da viga. Segundo o autor, numa estrutura de betão armado sujeita a uma acção cíclica, se o carregamento gravítico for significativo, o mecanismo de rotura pode estar associado à formação de duas rótulas unidireccionais na viga uma rótula junto da ligação viga-pilar e outra no vão. Este comportamento surge quando há possibilidade de se formar uma rótula no vão, onde se atinge o momento plástico positivo. Na Figura 2.22 observa-se a formação de rótulas reversíveis e de rótulas unidireccionais num pórtico. 24

45 Figura 2.22 Esquema de formação de rótulas em vigas (Gião, 2012) A formação da rótula para momentos positivos corresponde a um ponto de momento máximo no diagrama de momentos flectores e está associada a uma inversão do sinal do diagrama de esforço transverso. Se o valor do esforço transverso devido a cargas gravíticas (V g ) exceder o esforço transverso associado à acção horizontal (V E ), haverá inversão do sinal do diagrama de esforço transverso final (V F ) e portanto formação de uma rótula plástica no vão. Se se admitir um carregamento gravítico uniforme g numa viga de vão l, o esforço transverso actuante gravítico (V g ) será igual, em módulo, nos dois apoios: g l V g = ± 2 (2.7) 25

46 Se ΔM A - e ΔM B + representarem a capacidade resistente restante nos apoios após carregamento gravítico para momentos negativos e positivos, respectivamente, para imposição da acção horizontal, então o esforço transverso devido a esta acção é dado por: V E = ΔM A + ΔM B + l = M y + M y + l Em que M y - e M y + correspondem ao momento resistente negativo e positivo nos apoios, respectivamente, e a capacidade resistente restante pode ser dada por ΔM A - = M y - - M g - para momentos negativos e por ΔM B + = M g - + M y +. A deformação da rótula na ligação viga-pilar deixa de ser directamente relacionável com a deformação imposta no pilar e passa também a depender da deformação plástica da rótula do vão. Na Figura 2.23 pode-se observar os diagramas de esforços correspondentes à formação de rótulas unidireccionais. (2.8) Figura 2.23 Diagrama de esforços associados à formação de rótulas plásticas unidireccionais (Gião, 2012) No entanto, quando as cargas gravíticas forem menos significativas e o respectivo esforço transverso (Vg) não exceder o esforço transverso associado à acção horizontal (VE), não haverá inversão do sinal do diagrama de esforço transverso final (VF) e observa-se apenas a formação de rótulas plásticas nas extremidades da viga, denominadas de rótulas reversíveis, como se pode observar na Figura

47 Figura 2.24 Diagrama de esforços associados à formação de rótulas plásticas reversíveis (Gião, 2012) Sendo assim, por exemplo, para uma viga inserida num pórtico de um piso com um único vão, a rótula no vão ocorre se: Ou então se a carga gravítica for superior a: gl 2 > ΔM A + + ΔM B l (2.9) g > 2 (M y + M y + ) l 2 (2.10) Desta forma, no presente estudo implementou-se um procedimento de ensaio cíclico que melhor simule as acções a que uma viga está sujeita, ou seja incluir os efeitos das acções horizontais que actuam em simultâneo com as cargas verticais. Assim, comparou-se duas vigas com dois protocolos de ensaios diferentes. Estes protocolos serão ilustrados no corpo do trabalho. A análise dos resultados permitiu concluir que para o estudo da resposta histerética de vigas com um nível de cargas gravíticas significativo, o procedimento de ensaio cíclico alternado com cargas gravíticas mostra-se mais realista do que o que não tem em conta as cargas gravíticas. 27

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49 3 Modelo Experimental 3.1 Motivação Um dos principais requisitos das estruturas pré-fabricadas passa por ter características equivalentes ou melhores às estruturas homólogas monolíticas. As normas em vigor apontam para que as estruturas reticuladas sejam dimensionadas segundo os princípios do capacity design, concentrando a deformação plástica nas vigas e na ligação dos pilares à fundação conceito pilar forte/viga fraca. No seguimento de trabalhos de investigação experimental em que se analisou o comportamento das juntas, próximas das zonas dos nós nas ligações viga-viga, nomeadamente por Cavaco (2005) e Pacheco (2007), apresenta-se neste capítulo os modelos de ensaio para acções cíclicas da simulação dos efeitos sísmicos, daquele tipo de juntas posicionadas junto à ligação viga-pilar. Pretende-se estudar o comportamento da ligação viga-pilar sujeita a acções cíclicas através da realização de ensaios quasi-estáticos. Os ensaios consistem na indução da resposta inelástica à parte da estrutura que concentra o comportamento não linear, ou seja na viga. Deste modo, a definição do modelo experimental é condicionada pela observação do comportamento de uma viga inserida num pórtico. Seguindo o trabalho de Gião (2012), num pórtico sujeito a deslocamentos, o ponto de momento nulo ou o ponto de inflexão da deformada da viga localiza-se a meio vão desta (Figura 3.1 a)). Quando sujeito a cargas verticais, o ponto de inflexão situa-se a um quarto de vão da viga (Figura 3.1 b)). Quando o pórtico está simultaneamente sujeito a cargas gravíticas e a deslocamentos horizontais, a posição do ponto de momentos nulos depende da importância do valor da carga gravítica, da rigidez relativa entre a viga e os pilares e da própria capacidade resistente da viga. Para efeitos de definição do modelo experimental admitiu-se que o ponto de momento nulo se situa numa posição intermédia, permitindo reduzir o modelo para um terço do vão da viga (Figura 3.1 c) e d)). Assim, o modelo simplificado corresponde a uma viga em consola com um comprimento de L/3. Como se pretende apenas analisar o comportamento junta na viga (fora do nó), o pilar é substituído por um bloco rígido de forma a garantir o encastramento (Figura 3.1 e)). De forma a tirar partido do modelo ensaiado por Gião (2012) como referência de ligação monolítica, a geometria da viga ensaiada é muito idêntica. O modelo representa uma viga de extremidade, à escala real, inserida numa estrutura pórtico, com um vão de 4,5m, o que tendo em conta a análise anterior, o modelo para análise é uma consola com 1,5m de vão. 29

50 Figura 3.1 Concepção da geometria do modelo experimental (Gião, 2012) Este modelo pode ser comparado directamente com o modelo de Pacheco (2007) (viga simplesmente apoiada) se se tiver em conta a semelhança dos diagramas de esforços elásticos dos dois modelos. Numa viga simplesmente apoiada de vão L, para um carregamento P a meio vão, o valor de esforço transverso é P/2 e o momento máximo a meio vão é PL/4. Da mesma forma, para uma viga em consola de vão L e carga P na extremidade, o esforço transverso vale P e o momento máximo no apoio é de PL em valor absoluto. Como a viga simplesmente apoiada tem o dobro do vão da consola, ou seja, no modelo de Pacheco (2007) o vão L é de 3m e o da presente consola é de 1,5m, a carga que fará equivaler os esforços máximos na consola é metade da carga máxima da viga simplesmente apoiada (ver Figura 3.2). Por outras palavras, para o mesmo momento flector máximo, a carga máxima na consola é metade da carga última na viga simplesmente apoiada, para o mesmo nível de esforço transverso. 30 Figura 3.2 Digramas de esforços dos modelos em análise

51 3.2 Geometria do modelo A presença de esforço transverso elevado influencia o comportamento, em particular a ductilidade, dos elementos de betão armado. Para aumentar o nível de esforço transverso combinado com momento flector, optou-se por uma secção transversal em I, de maneira a estreitar a alma e a condicionar a mesma. Assim, consegue-se um modelo geometricamente idêntico ao de Gião (2012), mas com possibilidade de comparação com os trabalhos de Cavaco (2005) e Pacheco (2007). A secção transversal em I tem uma altura de 0,50m, com uma alma de 0,12m de largura. Ambos os banzos têm 0,12m de espessura. O banzo superior simula a laje do pavimento tendo uma largura de 0,70m. A viga apresenta um comprimento total de 1,65m, sendo que nos últimos 0,50m a secção da viga passa a ser rectangular de modo a permitir a ligação ao actuador. O pilar é constituído por um bloco rígido. As zonas dentadas servem para fixação ao strong-floor através de perfis metálicos. Elaborou-se uma geometria em 3D através do programa de desenho SketchUp, de forma a ter uma percepção mais real do modelo experimental, como se pode observar nas figuras Figura 3.3 e Figura 3.4. Na Figura 3.5 encontram-se os desenhos da geometria do modelo experimental. Figura 3.3 Modelo 3D em posição vertical (vista das faces inferior e superior) Figura 3.4 Modelo 3D em posição horizontal 31

52 Figura 3.5 Geometria do modelo experimental A presença de um nível de esforço transverso elevado na zona crítica da viga influencia o comportamento deste elemento. De acordo com alguns trabalhos desenvolvidos (Gião, 2012), a influência do esforço transverso no comportamento do elemento é traduzida pela relação de corte (α). Quando este valor é superior a cerca de 2 a 2.5, pode-se esperar que a rotura seja condicionada predominantemente por flexão. A relação de corte é dada pela expressão (3.1). Em que: α = M V d = L V d = = 3.33 (3.1) α relação de corte; M momento flector na secção do encastramento; 32

53 V esforço transverso; d altura útil da secção; L V vão de corte. Na campanha de ensaios do presente trabalho enquadra-se o estudo de 4 vigas pré-fabricadas, cujos ensaios serão descritos no capítulo seguinte. Todas as vigas têm duas fases de construção o que introduz uma junta construtiva na ligação e ao longo da laje havendo algumas variáveis que diferenciam as 4 vigas experimentais. A viga V1 é construída com uma junta vertical a 0,22m da zona do maciço, o que equivale aproximadamente a metade da altura útil da secção transversal (d/2), como se observa na Figura 3.6. A viga V2 é geometricamente idêntica à V1, contudo contém armadura longitudinal na alma, situação a analisar. A viga V3 é a viga com a junta inclinada que se observa na Figura 3.6, situação que se pretende analisar comparativamente à viga V1. A viga V3 tem a junta a iniciar de forma vertical, por questões construtivas, no banzo inferior a uma distância 0,11m do maciço (d/4). Na alma a junta é inclinada até à face inferior do banzo superior, o que corresponde a 0,33m do maciço. Desta forma a zona média da junta encontra-se também a 0,22m do maciço. A inclinação da junta segue um ângulo de 49,8. A última viga, V4, é em tudo idêntica à viga V1, sendo que será ensaiada com um protocolo diferente face às restantes vigas. No capítulo seguinte serão descritos os protocolos de ensaio. V1, V2, V4 V3 Figura 3.6 Geometria dos tipos de junta nos modelos experimentais Na Figura 3.7 observa-se o desenho 3D das vigas isoladas, ou seja, após a primeira fase de betonagem, bem como a diferença dos tipos de inclinação de junta nos modelos descritos. 33

54 V3 V1, V2, V4 Figura 3.7 Desenho 3D da primeira fase das vigas A campanha experimental descrita pode ser resumida na Tabela 3.1. Tabela 3.1 Campanha experimental Modelo Tipo de Junta Armadura longitudinal na alma Protocolo de ensaio Viga V1 Junta Vertical Não Cíclico alternado Viga V2 Junta Vertical Sim Cíclico alternado Viga V3 Junta Inclinada Não Cíclico alternado Viga V4 Junta Vertical Não Com cargas gravíticas 3.3 Pormenorização de armaduras Como já foi referido, o modelo de Gião (2012) será utilizado como modelo de referência monolítico, pois tratase da mesma tipologia de ensaio e nos ensaios agora realizados não se considerou um modelo de referência. Assim, a pormenorização das armaduras (Anexo F) segue o mesmo padrão, representando uma situação real frequente. Concentrou-se a armadura principal na zona da alma, tendo os banzos uma armadura construtiva que naturalmente terá alguma influência na resistência. Seguindo recomendações do eurocódigo para as zonas sísmicas, a armadura do banzo inferior é metade da armadura do banzo superior. O aço utilizado foi da classe A500NR e o recobrimento foi de 15mm em todos os elementos. Na Figura 3.8 encontra-se um exemplo de pormenorização das armaduras. Diferencia-se a viga V2 que tem armadura longitudinal na alma. Em anexo encontram-se os desenhos de todas as pormenorizações de armaduras. 34

55 Figura 3.8 Pormenorização das armaduras dos modelos 35

56 3.4 Caracterização dos materiais Para melhor avaliar as resistências dos modelos e conseguir relacionar o dimensionamento analítico com os resultados experimentais, é necessário incluir um sistema de ensaios às características mecânicas dos materiais. Portanto, neste capítulo descrevem-se as características dos materiais utilizados nos modelos, nomeadamente o betão e o aço Betão Tendo em conta que os modelos foram realizados na fábrica da Concremat, S.A., o betão corresponde ao fabricado e utilizado nas suas instalações. Para cada peça foram utilizadas duas amassaduras distintas, pois foram realizadas duas fases de betonagem em dias diferentes, tendo portanto oito betonagens. Para cada uma das amassaduras foram recolhidos três provetes cúbicos em molde de plástico para ensaios de compressão simples. O betão pretendido foi produzido de forma a pertencer à classe C30/37 para todas as betonagens. Preparou-se os provetes de acordo com as normas NP EN (2003) e NP EN (2003) e as respectivas curas decorreram em ambiente idêntico ao dos modelos. A partir da norma NP EN (2003) realizaram-se os ensaios à compressão simples dos provetes cúbicos de 150x150x150 (mm 3 ). Os ensaios decorreram na fábrica da Concremat S.A. Na Figura 3.9 encontra-se a prensa utilizada nos ensaios de compressão durante a execução do mesmo. Figura 3.9 Prensa utilizada nos ensaios de compressão 36

57 Todos os ensaios decorreram nos respectivos 28 dias após cada betonagem evitando-se aproximações analíticas das tensões médias no referido tempo. Os resultados da caracterização do betão foram adquiridos a partir do ensaio à compressão de três cubos. Na Tabela 3.2 resume-se o resultado dos ensaios dos provetes referentes à primeira betonagem (Outubro de 2013) de cada viga e na Tabela 3.3 os referentes à segunda betonagem (Janeiro de 2014). Tabela 3.2 Resumo dos resultados da primeira betonagem aos 28 dias Data Betonagem Viga Peso (kg) Média (kg) F u (kn) f cim (Mpa) f cm,cubo (MPa) 7, ,2 10-outubro V1 7,980 7, ,3 42,6 7, ,2 8, ,8 11-outubro V2 8,020 8, ,2 48,9 8, ,7 7, ,0 09-outubro V3 7,960 7, ,8 42,9 7, ,9 8, ,0 14-outubro V4 7,940 8, ,6 55,0 7, ,3 Tabela 3.3 Resumo dos resultados da segunda betonagem aos 28 dias Data Betonagem Viga Peso (kg) Média (kg) F u (kn) f cim (Mpa) f cm,cubo (MPa) 7, ,8 08-janeiro V1 7,865 7, ,8 54,5 7, ,0 7, ,1 10-janeiro V2 7,890 7, ,6 58,8 7, ,8 7, ,1 06-janeiro V3 7,855 7, ,8 56,5 7, ,7 7, ,6 09-janeiro V4 7,905 7, ,1 57,3 7, ,3 Dado que todos os valores dos resultados individuais não variam mais de 15% da média, todos os resultados foram aceites. Do mesmo modo, a tensão média de rotura adoptada foi a obtida dos ensaios dos vários elementos, como referenciada nas tabelas acima. 37

58 Tensão (MPa) Tensão (MPa) Aço O aço utilizado nos modelos foi o mesmo que esta empresa utiliza nas suas peças, aço A500NR. Foram recolhidas algumas amostras para ensaio, mais concretamente 3 varões de cada. Ensaiaram-se à tracção apenas os varões utilizados na viga e laje, ou seja os varões ø8 e ø16. Apesar de serem utilizados também no maciço os varões de ø20 e ø25, como não contribuem para a resistência da ligação a estudar, não se ensaiaram as suas características. Os ensaios foram realizados na Escola Superior de Tecnologia do Barreiro, pertencente ao Instituto Politécnico de Setúbal. Nas Figura 3.10 e Figura 3.11 pode-se visualizar os gráficos tensão-deformação dos aços ø8 e ø16, respectivamente. ø Extensão (%) Figura 3.10 Gráfico Tensão-Deformação ø8 ø Extensão (%) Figura 3.11 Gráfico Tensão-Deformação ø16 38

59 Para ambos os ensaios foram aceites os resultados dos três provetes ensaiados. A tensão de cedência média medida nos varões ø8 foi de 543MPa e a dos ø16 foi de 537MPa. A tensão máxima média dos varões ø8 é de 651MPa e a dos ø16 é de 633MPa valores que foram adoptados no dimensionamento e análise dos modelos. 3.5 Capacidade resistente dos modelos Com base nos resultados provenientes dos ensaios dos materiais, é possível estimar os valores de resistência das ligações dos modelos a ensaiar. A estimativa da capacidade resistente do modelo experimental realizou-se com recurso ao método do diagrama rectangular de tensões. Tendo em conta que a zona resistente da ligação está no encastramento, utilizaram-se as tensões do betão referentes às segundas betonagens. De salientar também que as tensões utilizadas correspondem a 80% das tensões medidas nos cubos, de forma a estimar as tensões em provetes cilíndricos, que são actualmente considerados como valores de referência para a compressão do betão. Nas tabelas seguintes encontra-se o resumo dos parâmetros utilizados no dimensionamento das respectivas vigas, bem como a capacidade última em termos de momento flector e de força aplicada, avaliadas com base em valores médios da resistência dos materiais. Tabela 3.4 Capacidade última da Viga V1 Flexão A s (cm2) f u (MPa) f cm (MPa) x (m) d (m) z (m) M r (kn.m) P u (kn) Momento (-) 12, ,6 0,088 0,44 0, Momento (+) 6, ,6 0,016 0,44 0, Tabela 3.5 Capacidade última da Viga V2 Flexão A s (cm2) f u (MPa) f cm (MPa) x (m) d (m) z (m) M r (kn.m) P u (kn) Momento (-) 12, ,082 0,44 0, Momento (+) 6, ,015 0,44 0, Tabela 3.6 Capacidade última da Viga V3 Flexão A s (cm2) f u (MPa) f cm (MPa) x (m) d (m) z (m) M r (kn.m) P u (kn) Momento (-) 12, ,2 0,085 0,44 0, Momento (+) 6, ,2 0,015 0,44 0, Tabela 3.7 Capacidade última da Viga V4 Flexão A s (cm2) f u (MPa) f cm (MPa) x (m) d (m) z (m) M r (kn.m) P u (kn) Momento (-) 12, ,8 0,084 0,44 0, Momento (+) 6, ,8 0,015 0,44 0,

60 As armaduras consideradas como participantes na resistência do momento negativo são os quatro varões de ø16 e oito varões de ø8 por influência da laje. Não se consideram os quatro varões de ø8 mais afastados por se encontrarem distantes da zona da alma e por consequência terem pouco importância na resistência. Para o momento positivo considerou-se toda a armadura do banzo inferior. Desta forma a quantidade de armadura resistente para momentos negativos é metade da armadura para momentos negativos. Para simplificar os cálculos utilizou-se uma tensão de rotura média para os dois tipos de armadura de 640MPa. A força última (P u ) é o resultado da divisão do momento resistente (M r ) pelo comprimento da zona da ligação ao actuador de 1,5m. É de referir que todas as vigas apresentam uma capacidade resistente muito semelhante entre si. O valor da força última para o momento negativo situa-se perto dos 210kN e para o momento positivo é muito próxima dos 50% do valor anterior, situando-se nos 110kN, como seria expectável dada a pormenorização de armaduras utilizada. Em comparação com o modelo de Gião (2012), a força última situa-se nos mesmos valores para momento negativo (210kN para os modelos deste trabalho e 195kN para o de referência), existindo uma pequena diferença muito provavelmente devido à utilização de armaduras de classe diferente (A500NR ao invés de A400NR). Relativamente à força última para momentos positivos, a pormenorização utilizada contempla mais armadura no banzo inferior, o que se traduz numa resistência maior. Não são possíveis comparações directas com os trabalhos de Pacheco (2007), no entanto a análise qualitativa será efectuada no capítulo Sistema de ligação idealizado Tendo em conta a análise realizada às características das estruturas pré-fabricadas, o sistema de ligação desenvolvido deve cumprir os seguintes objectivos (Oliveira, 2012): Simplicidade de execução; Economia; Rapidez e segurança no processo de montagem; Eliminação de soldaduras em obra, garantindo que as que são executadas em fábrica sejam sobredimensionadas de modo a não condicionar o comportamento da ligação; Eficiência para cargas verticais, com transmissão de momentos e esforço transverso; Bom comportamento para acções sísmicas; 40

61 Durabilidade (garantir protecção adequada dos elementos metálicos contra a corrosão). A ligação estudada neste trabalho pretende ser uma solução viável a adoptar nas estruturas pré-fabricadas. Segue-se de seguida o esquema de montagem, ilustrado, de uma solução apresentada num documento da FIB (2012) para esta solução em obra. Começa-se por colocar a viga pré-fabricada junto do pilar pré-fabricado (o pilar pode ter continuidade para cima, o que não se verifica aqui) com a ajuda de um apoio provisório (Figura 3.12). De notar que a junta de ligação poderá ficar mais afastada do nó (situação que se pretende estudar). Figura 3.12 Aproximação da viga ao pilar (FIB, 2012) Após colocação da segunda viga (se a ligação for de continuidade) inserem-se os estribos de amarração no nó para melhor cintagem do mesmo (Figura 3.13). Estribos Figura 3.13 Colocação das vigas e armaduras transversais no nó (FIB, 2012) Depois são posicionadas as lajes pré-fabricadas com o auxílio de apoios provisórios e tapa-se a zona do nó para não purgar o betão que vai ser colocado in situ. Seguidamente colocam-se as armaduras longitudinais superiores nas vigas, bem como armaduras de ligação transversais às vigas de forma a dar continuidade às 41

62 lajes. Após colocação de uma malha de armadura por cima das lajes, recorre-se à betonagem in situ para o betão complementar da laje e também do nó de ligação viga-pilar. Estes processos estão ilustrados na Figura Figura 3.14 Colocação das lajes e do betão in situ (FIB, 2012) De forma a perceber melhor o problema inicial em estudo, pois trata-se da junta fora do nó, também foi criado um modelo à escala 1/20 em poliestireno extrudido (Figura 3.15) ainda como primeira análise ao problema. Toda a parte teórica que envolve este tipo de ligação bem como a exigência da mesma já foi descrito no capítulo 2. Os capítulos que se seguem visam perceber através dos modelos experimentais a viabilidade da solução em termos estruturais. Figura 3.15 Modelo real à escala 1/20 Na Figura 3.16 contemplam-se os pormenores na zona da ligação viga/pilar. É notória a falta do apoio provisório para uma situação real. Neste esquema apenas está representada a situação com junta inclinada, situação essa que pode ser vantajosa em termos construtivos por permitir um bom acesso à zona do nó para aplicação das armaduras ordinárias em falta que, eventualmente, terão que ser aplicadas in situ. A opção por uma junta vertical ou inclinada vai depender do comportamento estrutural das mesmas. 42

63 Figura 3.16 Pormenores da ligação no modelo real à escala 1/ Execução das peças Os modelos foram executados na Concremat S.A., empresa de pré-fabricação. Executaram-se as quatro peças da mesma forma. Começou-se por montar as armaduras dos maciços e das vigas em separado como se pode ver na Figura 3.17 Figura 3.17 Armaduras das vigas e dos maciços Seguidamente, após instrumentação das armaduras, ou seja, colocação dos extensómetros, executou-se a primeira fase de betonagem da viga em molde de madeira. Após betonagem, passadas 24 horas procedeu-se à respectiva descofragem. Observa-se na Figura 3.18 uma das vigas antes e depois da primeira fase de betonagem. O molde foi idêntico para todas as vigas, fazendo-se apenas variar o pormenor da inclinação da junta. 43

64 Figura 3.18 Viga antes e depois da primeira betonagem Refira-se que as faces da interface das vigas pré-fabricadas foram betonadas contra uma cofragem de madeira tradicional do tipo utilizado nos restantes moldes (mesmo nas juntas inclinadas). Este tipo de acabamento se não tornado rugoso posteriormente, é particularmente desfavorável para a ligação entre betões. Para a segunda fase, encaixou-se a viga no maciço. Colocou-se os restantes estribos verticais e as armaduras da laje. Utilizaram-se moldes metálicos e alguns de madeira para executar alguns remates de situações pontuais. A Figura 3.19 representa a preparação da segunda fase e consequente betonagem. De referir que o maciço e a laje são betonados nesta fase. Figura 3.19 Execução da segunda fase A Figura 3.20 mostra uma peça após descofragem da segunda fase. As descofragens foram todas executadas passadas 24 horas das respectivas betonagens, procedimento corrente na empresa. Após a realização das quatro peças, procedeu-se ao respectivo transporte para o local de ensaio através de um camião apropriado para o efeito. 44

65 Figura 3.20 Peça final No local, as quatro peças foram descarregadas na posição vertical, posição idêntica à de ensaio para facilitar o transporte com o empilhador da zona de descargas para dentro do laboratório. 45

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67 4 Programa Experimental 4.1 Sistema de ensaio Os ensaios decorreram nas instalações da Faculdade de Ciências e Tecnologias da Universidade Nova de Lisboa, no Laboratório de Estruturas do Departamento de Engenharia Civil. Como já foi referido anteriormente, a viga é ensaiada na posição vertical de modo a facilitar a montagem e o ensaio. Nos dentes do maciço são colocados dois perfis metálicos que são ligados por varões pré esforçados ao strong floor. No topo da viga é colocado um cabeçote de perfis metálicos ligado a um actuador mecânico. Este actuador mecânico de parafuso tem capacidade de aplicação de uma carga máxima de 500kN (em ambos os sentidos) com amplitude máxima de 200mm (em ambos os sentidos também) e está acoplado a uma parede reacção apoiada na laje. Entre o cabeçote da viga e o actuador existe um sistema de monitorização composto por uma célula de carga de compressão-tracção de 500kN e um transdutor de deslocamento de 500mm. A Figura 4.1 ilustra o esquema de ensaio utilizado no laboratório. Figura 4.1 Esquema do sistema de ensaio Montagem No que toca à montagem do sistema, começou-se por assentar a viga no local de ensaio. Para esta tarefa colocou-se uma camada de gesso, com uma pequena cofragem em madeira com a forma do maciço, para minimizar pequenas imperfeições e conseguir nivelar a viga (Figura 4.2). 47

68 Figura 4.2 Colocação do gesso Após colocação da mesma no lugar, procedeu-se à inserção do cabeçote no topo com a ajuda de um montacargas presente no laboratório. Posto isto, aplicou-se o pré-esforço horizontal (Figura 4.3) e vertical com a ajuda de um sistema de macacos hidráulicos. Estes macacos ligam-se a uma bomba de óleo que por pressão permite impregnar uma força controlada de pré-esforço no modelo, de forma a fixá-lo. Por último ligou-se a célula de carga ao cabeçote (Figura 4.3). Figura 4.3 Modelo com pré-esforço horizontal aplicado / fixação do cabeçote ao actuador Instrumentação Após ter a viga ligada mecanicamente ao sistema de ensaio, fez-se a ligação dos componentes electrónicos da instrumentação de medida. As armaduras são monitorizadas pelos extensómetros já colocados antes da betonagem dos modelos (Anexo E), obtendo-se assim as deformações nas armaduras. Para monitorizar os deslocamentos relativos da viga face à posição inicial, foram colocados deflectómetros em quatro posições diferentes em cada face. Na Figura 4.4 podemos observar uma das faces. Estes deflectómetros permitem medir os deslocamentos horizontais nas secções da zona da rótula plástica e consequentes curvaturas. O deflectómetro associado ao actuador permite controlar o deslocamento imposto ao longo do ensaio, o que 48

69 permite obter a relação força-deslocamento. Existem ainda dois deflectómetros que medem o deslocamento vertical antes de depois da junta de ligação, para que se possa analisar possíveis escorregamentos entre as duas peças. Figura 4.4 Ensaio preparado para iniciar Para impor rigor na implementação da instrumentação, na Figura 4.5 apresenta-se de forma esquemática a localização dos instrumentos de medida. Deste modo é possível obter com a aproximação desejada os resultados necessários à análise dos modelos. Da mesma forma na Tabela 4.1 encontra-se o quadro resumo da instrumentação aplicada. Tabela 4.1 Resumo da Instrumentação Resultado Experimental Deformações nas armaduras longitudinais Deformações nas armaduras transversais Deslocamentos horizontais em secções na zona da rótula plástica Deslocamentos verticais ao longo da rótula plástica Deslocamentos verticais Deslocamentos verticais na zona do carregamento Força horizontal aplicada ao modelo Designação Instrumentação Localização ԑ1 - ԑ12 ԑ13 - ԑ16 D1 D2 D5 D6 D3-4 e D7-8 D9 D10 D11 D12 D13 CC 12 Extensómetros colados aos pares em cada secção (um em cada varão principal na face mais exterior) 4 Extensómetros colados aos pares nos estribos 4 Deflectómetros com um curso de 50mm e 4 com 100mm 2 Deflectómetros com um curso de 50mm 2 Deflectómetros com um curso de 100mm Deflectómetro com um curso de 500mm Célula de carga Nos varões longitudinais em 3 secções da rótula plástica Nos varões transversais em 2 secções da rótula plástica Em secções ao longo da rótula plástica Em secções ao longo da rótula plástica Ao nível da mudança da secção Na secção do actuador Em série com o actuador no topo Tratamento de resultados Tensões nas armaduras longitudinais Tensões nas armaduras transversais Rotação e curvaturas nas diversas zonas da rótula plástica Relação entre Força e Deslocamento Relação entre Força e Deslocamento Relação entre Força e Deslocamento Relação entre Força e Deslocamento 49

70 Figura 4.5 Esquema da instrumentação nos modelos Esta instrumentação foi ligada a quatro unidades de aquisição de dados Data Logger HBM Spider 8 (Figura 4.6) e lida com o software associado Catman da HBM. 50 Figura 4.6 Data logger HBM Spider 8

71 4.2 Procedimento de ensaio Para esta campanha de ensaios pretendeu-se ensaiar, sob acções cíclicas, quatro vigas com a presença de juntas de ligação fora do nó, aproveitando o modelo de referência de Gião (2012). As variáveis dos ensaios foram o tipo de junta, a quantidade de armadura a atravessar a junta e o tipo de protocolo. As vigas V1, V2, V3 foram ensaiadas com o protocolo de histórico de deslocamentos cíclicos e alternados até à rotura e a viga V4 foi ensaiada com um protocolo que envolve a imposição de uma história de deslocamentos alternados a partir da simulação dos efeitos da carga gravítica. Os protocolos serão descritos de seguida. A viga V1 é constituída por uma junta vertical. A viga V2 tem o mesmo tipo de junta mas tem armadura longitudinal a atravessar a alma. A viga V3 tem uma junta inclinada. A viga V4 é idêntica à viga V1 em termos de geometria e armadura, como referido anteriormente Ensaios quasi-estáticos Antes de se proceder à descrição dos protocolos, explica-se primeiro no que consistem este tipo de ensaios e quais as suas características. A caracterização experimental do comportamento não linear de estruturas para a acção sísmica pode ser conseguida através da realização de ensaios em plataforma sísmica, ensaios pseudo-dinâmicos e ensaios quasiestáticos. O estudo em desenvolvimento tem como objectivo a análise do comportamento não-linear da zona crítica da viga avaliando a influência da junta junto à ligação ao pilar através da realização de ensaios quasi-estáticos. Os ensaios quasi-estáticos consistem na imposição de deslocamentos/forças estáticas equivalentes induzindo uma resposta inelástica a uma parte da estrutura que concentra o comportamento não-linear. De forma a simular o comportamento dos elementos e as respectivas condições de fronteira são efectuadas subdivisões na estrutura, como já foi descrito na caracterização dos modelos utilizados. A configuração do ensaio deve ser concretizada de forma a induzir o comportamento expectável na sub-estrutura. As condições de fronteira devem ser materializadas o mais próximo possível da situação real, sendo a história de deslocamentos/força aplicada numa extremidade predefinida do modelo. Os ensaios quasi-estáticos são ensaios lentos, tornando a participação da massa na produção de forças de inércia e o amortecimento desprezáveis. Nestas condições, trata-se do equilíbrio entre a força exterior imposta e as forças de restituição. A equação de equilíbrio que traduz a igualdade entre estas forças é a seguinte: ku = F(t) (4.1) 51

72 Desta forma, os ensaios quasi-estáticos permitem a obtenção das forças de restituição do sistema e a observação do comportamento inelástico Protocolos Dada a diversidade de acções sísmicas e de configurações estruturais, não existe uma única ou sequer a mais adequada história de carregamento a aplicar no procedimento de ensaio. Um aspecto a considerar na definição da história de carregamento será a sua capacidade de induzir e captar o efeito da acumulação de dano devido à acção de um carregamento cíclico. O procedimento a utilizar no ensaio experimental terá que provocar uma história de deformações próxima da real, a qual depende de vários aspectos. A imposição de uma história de deslocamentos cíclicos, reversíveis permite a determinação da ductilidade, dos índices de desempenho e a observação do comportamento histerético do elemento mas não contabiliza o efeito das forças gravíticas. Para este efeito é necessário impor uma história de deslocamentos cíclicos a partir do estabelecimento do efeito de força gravítica, sendo a rotura definida como o instante em que o elemento não apresenta capacidade suficiente para resistir à força gravítica, como defendem Proença et al. (2006)no seu trabalho. Reis (2000) e Romba (2002) também abordaram esta filosofia nos seus trabalhos de investigação. Assim, no seguimento do trabalho de Gião (2012) e utilizando o mesmo como referência, implementaram-se dois protocolos de ensaio. Nos primeiros ensaios (Vigas V1, V2 e V3) o procedimento consiste na imposição de uma história de deslocamentos cíclicos e alternados até à rotura. No último ensaio (Viga V4) o procedimento envolve a imposição de uma história de deslocamentos alternados a partir dos efeitos da carga gravítica, conduzindo a uma história de carregamentos não simétrica. Nos itens seguintes são descritos os dois protocolos utilizados Ensaio cíclico alternado O primeiro protocolo consistiu na imposição de uma história de deslocamentos cíclicos e alternados até à rotura, sendo o critério de rotura o convencionalmente estabelecido. O ensaio consistiu na aplicação de uma história de deslocamentos alternados com amplitudes crescentes, compreendendo a repetição de três ciclos com a mesma amplitude de deslocamento (Δ), como se ilustra na Figura 4.7. Nesta figura ilustra-se um passo de acção tipo, contendo a repetição de 3 ciclos com a mesma amplitude. O deslocamento (Δ) imposto foi considerado de 6,0mm, pois é o deslocamento de cedência calculado para o momento de cedência na direcção mais fraca da viga, ou seja, para o momento positivo. A história de deslocamentos a aplicar foi de ±0,5Δ, ±1,0Δ, ±2,0Δ, ±3,0Δ, ±4,0Δ, ±5,0Δ, ±6,0Δ e ±7,0Δ, com três ciclos de igual amplitude. 52

73 Figura 4.7 Passo de carga tipo segundo o ensaio cíclico alternado (Gião, 2012) O critério para a finalização do ensaio corresponde ao instante em que se verifica uma redução significativa da força máxima, permitindo estudar a ductilidade. Neste caso estabeleceu-se como critério de rotura do ensaio o momento em que se atingiu 85% da força máxima, critério utilizado também por Gião (2012) sustentado pela bibliografia consultada Ensaio com cargas gravíticas Este protocolo, que foi utilizado na Viga V4, consiste na aplicação de uma história de deslocamentos alternados com amplitudes crescentes (com repetição de três ciclos com a mesma amplitude de deslocamento), a partir dos efeitos da carga gravítica. Ou seja, a imposição do ciclo em deslocamento faz-se sentir a partir do momento em que o valor pré-estabelecido da carga gravítica é estabelecido. Este procedimento implica a realização do ensaio controlado por força e deslocamento. Figura 4.8 Ciclo tipo segundo o procedimento de ensaio cíclico com cargas gravíticas (Gião, 2012) A realização de um ciclo de carga genérico (Figura 4.8) conduz à imposição das seguintes etapas sucessivas: 53

74 deslocamento (mm) d/l (%) (i) (ii) (iii) (iv) Aplicação de um deslocamento com amplitude Δ+ (controlo de deslocamento) Descarga até ao valor da carga gravítica pré estabelecido (controlo de força) Imposição do deslocamento inverso com amplitude Δ- (controlo de deslocamento) Restabelecimento do valor da carga gravítica (controlo de força) Os deslocamentos impostos são os mesmos do protocolo anterior, mas com a particularidade de cada ciclo ter um ponto de partida diferente devido ao restabelecimento da carga gravítica que ocorre para deslocamentos sucessivamente maiores. A rotura ocorre quando a ligação não tem capacidade para resistir às forças verticais, ou seja quando se verifica que a resistência mobilizável máxima é inferior à definida como efeito da gravidade. 4.3 Apresentação dos resultados experimentais Apresentam-se de seguida os resultados obtidos nos diversos ensaios bem como a descrição de alguns fenómenos ocorridos durante a execução dos mesmos Ensaio Viga V1 A viga V1 foi ensaiada no dia 10/03/2014 com o protocolo dos deslocamentos cíclicos alternados. O deslocamento de referência (Δ) imposto foi de 6mm bem como a história de deslocamentos já mencionada no protocolo. Os deslocamentos positivos correspondem aos deslocamentos na direcção do momento negativo da viga. A Figura 4.9 representa o diagrama da história de deslocamentos ocorrido durante o ensaio ,2 2,8 2,4 2,0 1,6 1,2 0,8 0,4 0,0-0,4-0,8-1,2-1,6-2,0-2,4-2,8-3, tempo (s) Figura 4.9 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V1) 54

75 Força (kn) Força (kn) Por consequência, o diagrama da força imposta no mesmo ensaio encontra-se na Figura tempo (s) Figura 4.10 Diagrama da força imposta ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V1) O diagrama do comportamento cíclico, típico de uma resposta sísmica, em termos de força-deslocamento resultante do ensaio caracterizou-se por um diagrama histerético não simétrico como se pode observar na Figura d/l (%) Deslocamento (mm) Figura 4.11 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico alternado (Viga V1) Por observação gráfica, é notória a diferença da capacidade resistente da viga nas duas direcções. Também se observa que a capacidade máxima em ambas as direcções está de acordo com o estimado analiticamente. A força máxima para momentos negativos foi de 212,6kN atingida no primeiro ciclo de 5,0Δ 0 correspondente a 55

76 30mm enquanto a força máxima para momentos positivos foi de 113,32 verificado no primeiro ciclo de 3,0Δ 0 correspondente a 18mm. É de notar também que a cedência para momentos negativos ocorreu para um deslocamento de 24mm (4,0Δ 0 ) e na outra direcção para metade desse mesmo deslocamento, ou seja, para um deslocamento de 12mm (2,0Δ 0 ). Um aspecto importante destes ensaios é que se entra no regime pós-cedência para momentos positivos e para momentos negativos encontra-se ainda na fase elástica. No que toca à rigidez pós-cedência, na direcção de momentos positivos a perca da mesma, ciclo após ciclo, é mais acentuada do que na outra direcção, certamente devido à maior acumulação de danos no banzo inferior. Na fase inicial (d=3mm) a rigidez é muito semelhante nas duas direcções, mas a partir de d=6mm, na direcção de momento positivo a rigidez é ligeiramente menor, como seria expectável. As primeiras fendas aparecem logo para deslocamentos de 3mm. No entanto, para momentos negativos estas afectam principalmente a laje enquanto na outra direcção, as fendas vão para além do banzo inferior aparecendo claramente na zona da alma. Para momentos negativos as fendas só chegam à alma da viga para deslocamentos de 6mm. Nos primeiros ciclos, a fendilhação dá-se de forma espectável, no entanto nota-se a perturbação na fendilhação devido à presença da junta (Figura 4.12). Esta influência da junta na distribuição de fendilhação tem a ver com o facto de que para momentos positivos as fendas que se formam junto à junta têm tendência a seguir uma orientação vertical e não inclinada como seria o comportamento expectável se não houvesse a junta. Figura 4.12 Esquema de fendilhação inicial (V1) 56

77 Chegados a ciclos mais avançados (4,0Δ 0, d=24mm), é possível observar a perturbação da junta na distribuição da fendilhação de uma forma bem notória. Na Figura 4.13 observa-se com mais detalhe uma fenda que chegando à junta desvia a trajectória acompanhando a junta. Figura 4.13 Esquema de fendilhação num ciclo mais avançado (V1) À medida que se avançou com o ensaio, verificou-se que o banzo inferior da viga foi o mais sacrificado, começando a descascar o betão envolvente e consequente encurvadura dos varões ø8 por compressão, no 2º e 3º ciclo, respectivamente, em 6,0Δ 0. No início de 7,0Δ 0 é notória a destruição do banzo inferior dando-se início à perda de capacidade resistente da viga. Na direcção de momentos positivos, os varões ø8, que antes tinham encurvado, atingiram mesmo a rotura, no final do último ciclo. O ensaio terminou quando a capacidade de carga da viga baixou para cerca de 180kN (aproximadamente 85% do máximo) na direcção de momentos negativos. Na Figura 4.14 observa-se o aspecto final da ligação depois de retirar o betão danificado da zona mais comprimida. É de notar que os danos ocorridos resultaram no final do comportamento para momentos negativos (rotura da zona comprimida), apesar de fortemente influenciados pela degradação sob o efeito dos momentos positivos. Nota-se, também, que devido ao facto da superfície da junta não ter tido tratamento, o limite da zona danificada de betão ficou limitada por essa superfície de uma forma muito clara. 57

78 Deslocamento (mm) d/l (%) Figura 4.14 Aspecto final da ligação (V1) Ensaio Viga V2 A viga V2 seguiu o mesmo procedimento da anterior e foi ensaiada no dia 19/3/2014. A viga V2 tinha, como referido anteriormente, armadura longitudinal na alma, sendo no restante equivalente à anterior, de forma a averiguar a melhoria, ou não, do comportamento ao nível da junta. As Figura 4.15 e Figura 4.16 mostram os diagramas deslocamento e força impostos ao longo do tempo ,2 2,8 2,4 2 1,6 1,2 0,8 0,4 0-0,4-0,8-1,2-1,6-2 -2,4-2,8-3, Tempo (s) Figura 4.15 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V2) 58

79 Força (kn) Força (kn) Tempo (s) Figura 4.16 Diagrama da força imposta ao longo do ensaio cíclico alternado (V2) Numa primeira observação, esta viga teve um comportamento muito idêntico ao da viga anterior. No que toca à capacidade resistente nota-se um ligeiro aumento face à viga anterior em ambas as direcções. Para a direcção de momentos negativos a força máxima ocorreu no mesmo deslocamento da viga anterior (d=30mm) e foi de 233,8kN. Para o momento positivo a força máxima foi de 120,8kN, também para o deslocamento de 18mm (3,0Δ 0 ). 250 d/l (%) Deslocamento (mm) Figura 4.17 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico alternado (Viga V2) A observação da Figura 4.17, confirma que a capacidade resistente desta viga foi ligeiramente superior e no que concerne à rigidez pós-cedência e ductilidade, as diferenças não são detectáveis. Os deslocamentos máximos foram idênticos assim como os níveis de drift (d/l). 59

80 Em relação à distribuição da fendilhação verifica-se que o andamento das fendas continua a ser perturbado pela presença da junta, isto é, na zona da alma as fendas não atravessaram na diagonal a junta, antes tiveram tendência para acompanhá-la. No entanto nota-se uma ligeira melhoria face à viga V1. O esquema de fendilhação inicial é muito idêntico ao da viga V1, com a zona de momentos positivos a fendilhar o banzo e a alma para deslocamentos de 3 e 6mm, enquanto a outra direcção apresenta o mesmo esquema mas para deslocamentos de 6 e 12mm, como se pode ver na Figura As fendas parecem ter atravessado a junta com mais facilidade, pois a zona de ligação apresenta fendas num ciclo mais precoce que a viga anterior. Tal como no caso anterior, no final dos ciclos de 6,0Δ 0 existe o descasque do recobrimento do banzo inferior e no final de 7,0Δ 0 Existe a destruição do banzo inferior e encurvadura dos varões ø8., não se tendo verificado a rotura de nenhum varão. O ensaio terminou no último ciclo do deslocamento d=42mm quando a força máxima atingiu apenas 187kN na direcção de momento negativo. Figura 4.18 Fendilhação inicial (V2) No final do ensaio (Figura 4.19) repara-se que o comportamento da ligação foi muito idêntico ao anterior sendo possível reparar também nesta figura a zona da junta sem tratamento, dado o aspecto final do banzo inferior, após descasque do betão (a superfície da junta fica claramente identificada). 60

81 Deslocamento (mm) d/l (%) Figura 4.19 Aspecto final da ligação (V2) Ensaio Viga V3 A viga V3 foi ensaiada no dia 14/3/2014 com o mesmo protocolo das anteriores, sendo que tem uma junta inclinada como variável a introduzir para possível comparação directa com a viga V1. Nas Figura 4.20 e Figura 4.21 encontram-se os diagramas deslocamento e força deste ensaio ,2 2,8 2,4 2,0 1,6 1,2 0,8 0,4 0,0-0,4-0,8-1,2-1,6-2,0-2,4-2,8-3, Tempo (s) Figura 4.20 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V3) 61

82 Força (kn) Força (kn) Tempo (s) Figura 4.21 Diagrama da força imposta ao longo do ensaio cíclico alternado (Viga V3) Em termos de ductilidade e capacidade resistente estamos perante o mesmo nível da primeira viga como se pode ver na Figura As forças máximas foram de 212,4kN para um deslocamento de 24mm na direcção de momentos negativos e de 115,0kN para um deslocamento de 18mm na outra direcção. Desta vez, em relação à fendilhação, as fendas parecem seguir uma distribuição corrente. As fendas paralelas à junta continuam paralelas e as perpendiculares atravessam a junta sem problema (Figura 4.23). A principal diferença é talvez a formação, para uma carga inferior, da fenda segundo a junta, sem repercussões no comportamento próximo da rotura. 250 d/l (%) Deslocamento (mm) Figura 4.22 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico alternado (Viga V3) 62

83 Figura 4.23 Aspecto da fendilhação inicial (Viga V3) Nos ciclos mais avançados, a fendilhação continua com o mesmo padrão de uma viga monolítica. O descasque do recobrimento no banzo inferior ocorreu no 3º ciclo de 5,0Δ 0, bem como a encurvadura dos varões ø8. Este descasque mais prematuro fez com que, nos ciclos de d=36mm, o banzo inferior fosse fortemente danificado. Assim, no 1ºciclo de 7,0Δ 0, existiu encurvadura dos varões de ø16 na direcção de momentos negativos. Nesta fase a viga começou a perder capacidade de carga e no último ciclo houve rotura de um dos varões ø16 por tracção na direcção de momentos positivos. Este fenómeno é possível observar no gráfico força-deslocamento, pois a capacidade de carga na direcção de momentos positivos não ultrapassa os 50kN no último ciclo. Como a junta é inclinada, repara-se que a parte do banzo inferior cortado pela junta ficou mais curta (a junta corta o banzo inferior mais próximo do apoio neste caso) e foi a zona mais danificada pelas compressões para momentos negativos. É notória a destruição mais acentuada do banzo inferior neste ensaio bem como a encurvadura de todos os varões ø8 do banzo inferior. Na Figura 4.24 observa-se a ligação já depois de terminado o ensaio e limpeza da zona. 63

84 Figura 4.24 Aspecto final da ligação (Viga V3) Ensaio Viga V4 A viga V4 é em tudo idêntica à viga V1, mas agora com outro protocolo para imposição das deformações durante o ensaio. Assim pretendeu-se averiguar a influência do tipo de evolução das solicitações no comportamento da ligação. O procedimento consistiu na aplicação de uma carga vertical pré estabelecida, equivalente à carga gravítica, que se estimou como sendo de valor igual a 90kN. Os deslocamentos impostos foram os mesmos dos outros ensaios. O ensaio decorreu no dia 25/03/2014. Nas Figura 4.25 e Figura 4.26 observam-se os diagramas de deslocamento e de força ao longo do tempo. Refira-se que os deslocamentos para momentos negativos neste diagrama têm sinal negativo. É possível notar uma diferença significativa no andamento dos gráficos. No diagrama de deslocamentos é possível verificar um ciclo alternado em torno de um deslocamento inicial (deslocamento devido à carga gravítica). Este comportamento verifica-se para os primeiros dois ciclos de carga completos (6 repetições). No entanto após a cedência na direcção de momentos negativos a viga começa a ficar com uma deformação permanente naquela direcção (sem recuperação). 64

85 Força (kn) Deslocamento (mm) d/l (%) Tempo (s) Figura 4.25 Diagrama do deslocamento imposto ao longo do ensaio cíclico com carga gravítica (Viga V4) Tempo (s) Figura 4.26 Diagrama da força imposta ao longo do tempo do ensaio cíclico com carga gravítica (Viga V4) Nota-se um ligeiro aumento da capacidade resistente. A força máxima atingida para momentos negativos foi de 235,4kN e ocorreu para o 1º ciclo de 6,0Δ 0 de deslocamento. A força máxima para momentos positivos foi de 71,1kN, ou seja não foi atingida a cedência nesta direcção Em termos de ductilidade e em comparação com os outros três ensaios realizados com o outro protocolo, verifica-se um melhoramento substancial. Pode-se observar no diagrama força-deslocamento apresentado na Figura 4.27 que a imposição do procedimento de ensaio gera um comportamento histerético claramente distinto havendo uma amplificação da capacidade de deformação nos fenómenos observados em relação aos ensaios cíclicos alternados. 65

86 Força (kn) 250 d/l (%) Deslocamento (mm) Figura 4.27 Diagrama força-deslocamento do ensaio cíclico com carga gravítica (Viga V4) Quando aplicada a força correspondente à força gravítica de 90kN, esta gera um deslocamento de 5,78mm, fazendo com que haja fendilhação na laje na zona da alma. Nos primeiros ciclos, a fendilhação praticamente só ocorre na direcção para momentos negativos. O banzo inferior sofre menos desgaste do que nas vigas anteriores (por não haver cedência por tracção), nestes primeiros ciclos. As fendas atravessam a junta como se esta não existisse, ou seja, parece não haver perturbação da mesma no caminho das fendas. Nos ciclos mais avançados, as armaduras acabam por apresentar, devido às deformações elevadas, fenómenos de encurvadura (Figura 4.28). 66 Figura 4.28 Aspecto final da ligação (V4)

87 No 2º ciclo de 6,0Δ 0 a viga apresenta danos significativos no banzo inferior e começa a perder capacidade de carga. Assim, o ensaio terminou no final do 3º ciclo desde deslocamento. Na Figura 4.29 é possível observar a deformação acumulada na direcção de momentos negativos no final do ensaio. Figura 4.29 Deformação final da viga (Viga V4) É importante salientar que a presença da junta parece em nada ter afectado o comportamento da zona danificada durante o ensaio. Importa referir que nos Anexos A a D encontram-se os gráficos força-extensão obtidos durante os quatro ensaios. 67

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89 5 Interpretação de Resultados 5.1 Fendilhação Com a viga V1 pretendeu-se uma comparação directa com os modelos monotónicos dos trabalhos anteriores e por consequência a comparação com o modelo monolítico ensaiado, agora, a acções cíclicas. Começando pela comparação com os modelos monotónicos, apesar do carregamento deste ensaio ser diferente, a viga começa por apresentar um esquema de fendilhação muito similar ao verificado nos outros trabalhos. A presença da junta faz com que haja alguma perturbação no caminho das cargas concentrando-se as tensões de compressão no banzo inferior (Figura 5.1), o que finalmente resulta na rotura com alguma perda de ductilidade (Cavaco, 2005). No caso do ensaio da viga V1, para momentos negativos, existe uma diferença importante pois o banzo superior não tem junta existindo só no banzo inferior. Assim como a viga V1 fendilhou primeiro para momentos positivos a fendilhação inicial foi em certa medida semelhante às vigas de Cavaco (2005) com influência da junta na formação da fenda vertical seguindo a junta. Nestes ensaios, apesar dos dois banzos serem comprimidos alternadamente, como o inferior tem menos área de secção, é perfeitamente compreensível que para o mesmo nível de deslocamento este seja o mais prejudicado (Figura 5.2). Figura Caminho das cargas (Cavaco, 2005) Em termos de comparação com o ensaio de acção cíclica (Gião, 2012), verifica-se que a fendilhação e a sua distribuição são semelhantes, apesar de alguma interferência da junta construtiva no comportamento. Este 69

90 aspecto é importante pois ressalta a pequena importância da junta (mesmo sem tratamento da superfície) na resposta global). Figura 5.2 Descasque do banzo inferior (V1) Com a viga V2, pretendeu-se perceber de que modo a armadura longitudinal de alma poderia melhorar o comportamento da mesma para ensaios cíclicos. Refira-se que nos ensaios monotónicos este tipo de solução mostrou-se particularmente satisfatório. Assim, compara-se apenas com a viga V1. Neste ensaio o esquema inicial de fendilhação foi idêntico não havendo diferenciação na distribuição da fendilhação na alma. Recorde-se que se esperava uma menor perturbação no esquema de fendilhação causada pela junta. Numa junta de interface a resistência é influenciada pelo efeito de ferrolho, pelo interbloqueamento de inertes e pelo tratamento da superfície na ligação. Neste ensaio a junta não levou nenhum tratamento especial e ficou com uma interface praticamente lisa, de forma a tornar-se a situação mais desfavorável. Crê-se que este aspecto teve influência na não melhoria mais evidente da distribuição de fendilhação junto à junta (Figura 5.3). Nos trabalhos de ensaios monotónicos (Cavaco, 2005) (Pacheco, 2007), as juntas inclinadas tinham mostrado ser uma boa solução quer quando colocadas perpendicular ou paralelamente às fendas expectáveis. Neste caso analisou-se apenas uma junta inclinada na direcção mais prática para execução em obra. 70

91 Figura 5.3 Fendilhação final na viga V2 A fendilhação, na viga V3 (Figura 5.4), ocorreu de maneira idêntica aos ensaios monotónicos, o que corresponde a um bom comportamento apesar do comportamento global se ter revelado um pouco menos satisfatório que o de junta vertical. O facto de a junta estar na mesma direcção das fendas, para momentos negativos, faz com que a fenda se forme mais cedo, pois esta zona está mais fragilizada. A junta pode ser entendida como provocando uma fenda precoce, que acaba por praticamente não afectar o comportamento na rotura. Figura 5.4 Fendilhação final na viga V3 71

92 A viga V4 colocou em teste o protocolo de ensaio mais recentemente proposto na literatura e prática laboratorial para análise aos efeitos da acção sísmica. Com este protocolo, teve-se um comportamento mais aproximado do que se poderá encontrar nos nós de ligação numa estrutura sujeita a um sismo. Neste caso é de salientar mais alguns aspectos. Desde logo o facto de a viga se deformar essencialmente numa das direcções, neste caso para momentos negativos, o que permite obter uma ductilidade muito superior. Uma das características do com o protocolo anterior, é o facto de o banzo inferior fendilhar primeiro e verificar-se, próximo da rotura, compressões elevadas e cedência à tracção das armaduras, alternadamente. Com este protocolo em que o comportamento para momento negativo é preponderante, há dois factores favoráveis a saber: (i) a fenda vertical na alma não se formou, pois a laje (banzo superior) ao não ter junta fez com que as fendas aparecessem noutras secções tendo-se formado uma fendilhação inclinada na alma independentemente da existência da junta (Figura 5.5); (ii) o facto de não se verificar a alternância de tracção com cedência da armadura e compressões elevadas no banzo inferior aumenta muito consideravelmente a ductilidade para momentos negativos. Figura 5.5 Fendilhação final na viga V4 72

93 Força (kn) 5.2 Comportamento Global O comportamento global da viga V1 face aos modelos utilizados como referência mostrou-se bastante satisfatório. Na Figura 5.6 pode-se observar o diagrama força-deslocamento da viga de referência VR1 de Gião (2012) comparativamente com o da viga V1. A resistência atingida foi a estimada analiticamente, como já referido anteriormente. A rigidez mantém-se linear até à cedência, momento a partir do qual se vai degradando ciclo após ciclo em ambos os casos. Destaca-se a diferença do deslocamento de cedência. A viga de referência apresenta um deslocamento de cedência na ordem dos 12mm enquanto a viga V1 apresenta esse deslocamento na ordem dos 24mm. Esta diferença deve-se a alguns factores importantes. Em primeiro lugar o facto de a viga V1 ter a secção transversal com uma alma estreita, faz com que esta seja menos rígida, logo terá um deslocamento maior para o mesmo nível de carga. Outro factor importante deve-se à pormenorização das armaduras de tracção para momentos negativos, pois na viga V1 existindo dois níveis de armadura, a cedência das mesmas acontece em diferentes deslocamentos, o que explica a cedência global da viga para momentos negativos num deslocamento mais avançado que a viga de referência. O facto de a junta não ter tido nenhum tratamento específico poderá ter levado ao escorregamento da interface aumentando o deslocamento no topo. O último factor relevante é a utilização do tipo de armadura (A400NR vs A500NR) que pode ser responsável por até 25% do deslocamento de cedência das armaduras, aumentando o deslocamento de cedência global da viga. O comportamento global é similar a uma viga monolítica. No entanto destaca-se o deslocamento final e consequente drift que na viga V1 é superior. V1 250 d/l (%) Deslocamento (mm) Figura 5.6 Diagramas força-deslocamento da viga de referência 1 de Gião (2012) e da viga V1 Em termos de comportamento global da viga V2, houve um pequeno aumento da capacidade resistente não havendo, no entanto, melhoria na ductilidade (Figura 5.7). Pode-se salientar, que a armadura longitudinal de alma melhora em princípio o comportamento da viga, apesar de que, neste ensaio, tal conclusão não possa ser 73

94 Altura do modelo (m) Altura do modelo (m) Força (kn) Força (kn) realçada. Como se pode observar nos diagramas abaixo, o comportamento histerético de ambas as vigas é muito similar. V1 d/l (%) Deslocamento (mm) V2 d/l (%) Deslocamento (mm) Figura 5.7 Comparação da força-deslocamento das vigas V1 e V2 Apresentam-se na Figura 5.8 os diagramas de curvaturas associadas aos momentos de cedência bem como a envolvente de curvaturas máximas em ambas as direcções. O sinal positivo corresponde ao momento positivo e para a outra direcção idem. 1,5 1 0,5 0-0,2-0,15-0,1-0,05 0 0,05 0,1 0,15 0,2 1/r (m -1 ) V1 Cedência- Cedência+ Máx - Máx + 1,5 1 0,5 0-0,2-0,15-0,1-0,05 0 0,05 0,1 0,15 0,2 1/r (m-1) V2 Cedência - Cedência + Máx - Máx + Figura 5.8 Diagramas de curvatura ao longo das vigas V1 e V2 74

95 Força (kn) Força (kn) Os diagramas foram obtidos através dos deflectómetros colocados ao longo da zona da rótula plástica (em quatro pontos). Foi possível obter as rotações destas secções bem como as respectivas curvaturas, admitindo que a rotação no topo da viga é zero. Refira-se que devido ao descasque do recobrimento na zona mais perto da ligação, os deflectómetros deixaram de efectuar a leitura a partir de 30mm de deslocamento imposto. Numa primeira análise salta à vista o facto de os diagramas apresentarem alguns picos, tal deve-se ao facto das leituras serem discretas e não continuas ao longo da viga. No entanto, os diagramas apresentam andamentos idênticos, tal como se verificou no diagrama força-deslocamento. No que toca à análise da viga V3, em comparação à viga V1, os comportamentos são de novo muito similares, no entanto salientam-se alguns aspectos. A capacidade resistente de ambas as vigas é da mesma ordem de grandeza, bem como a rigidez inicial. Quanto à rigidez pós-cedência, nos ciclos mais avançados, é notória a perca de rigidez mais abrupta da viga V3 face à viga V1 (Figura 5.9). Esta diferença deve-se à destruição do banzo inferior na viga V3, contemplada anteriormente. Na viga V3 houve rotura do varão ø16 na direcção de momentos positivos. V1 d/l (%) V3 d/l (%) Deslocamento (mm) Deslocamento (mm) Figura 5.9 Diagramas força-deslocamento das vigas V1 e V3 Em relação aos diagramas de curvatura (Figura 5.10) a envolvente de curvaturas máximas é muito idêntica, destaca-se apenas o facto de o descasque do betão de recobrimento ter ocorrido mais cedo na viga V3 e portanto a leitura neste diagrama de curvaturas não identificar a curvatura máxima na zona mais próxima do encastramento. Houve um melhor desempenho da ligação durante a fase elástica, o que já se tinha verificado pelo bom esquema de fendilhação apresentado. A viga V3 foi das três a única a apresentar uma zona de rotura mais pronunciada fora da zona da junta, ou seja, numa zona mais próxima do encastramento. Como se observa na Figura 5.11, na direcção de momentos negativos, abriu-se uma fenda perpendicular à junta e na outra direcção abriu-se uma fenda paralela à junta. 75

96 Altura do modelo (m) Altura do modelo (m) Este fenómeno ocorreu possivelmente porque durante a fase elástica a viga comportou-se como uma viga monolítica. 1,5 1 0,5 0-0,2-0,15-0,1-0,05 0 0,05 0,1 0,15 0,2 1/r (m -1 ) V1 Cedência- Cedência+ Máx - Máx + 1,5 1 0,5 0-0,2-0,15-0,1-0,05 0 0,05 0,1 0,15 0,2 1/r (m-1) V3 Cedência - Cedência + Máx - Máx + Figura 5.10 Diagramas de curvatura ao longo das vigas V1 e V3 Figura 5.11 Rotura da viga V3 76

97 Força (kn) Força (kn) A viga V4 colocou em teste o protocolo de ensaio mais recentemente proposto na literatura e prática laboratorial para análise aos efeitos da acção sísmica. Com este protocolo, teve-se um comportamento mais aproximado do que se poderá encontrar nos nós de ligação numa estrutura sujeita a um sismo. Neste caso é de salientar mais alguns aspectos. Desde logo o facto de a viga se deformar essencialmente numa das direcções, neste caso para momentos negativos, o que permite obter uma ductilidade muito superior. Uma das características do desempenho das ligações, se aplicado o protocolo anterior, é o facto de o banzo inferior fendilhar primeiro e verificar-se um comportamento próximo da rotura com compressões elevadas e cedência à tracção das armaduras, alternadamente. Com este protocolo em que o comportamento para momento negativo é preponderante, o facto de não se verificar a alternância de tracção com cedência da armadura e compressões elevadas no banzo inferior aumenta muito consideravelmente a ductilidade para momentos negativos (Figura 5.12). V1 d/l (%) V4 d/l (%) Deslocamento (mm) Deslocamento (mm) Figura 5.12 Diagramas força-deslocamento das vigas V1 e V4 Nesta viga o andamento do diagrama de curvaturas apenas contempla a direcção para momentos negativos (Figura 5.13), pois há uma acumulação de deformações neste sentido. De notar também que o andamento linear até à primeira secção conhecida é muito mais evidente do que na viga V1. 77

98 Altura do modelo (m) Altura do modelo (m) 1,5 1 0,5 0-0,2-0,15-0,1-0,05 0 0,05 0,1 0,15 0,2 1/r (m -1 ) V1 Cedência- Cedência+ Máx - Máx + 1,5 1 0,5 V4 Cedencia - Máx - -0,2-0,15-0,1-0,05 0 1/r (m-1) 0 Figura 5.13 Diagramas de curvatura ao longo das vigas V1 e V4 Comparativamente com a viga de referência para este protocolo, o desempenho desta viga foi bom e muito idêntico. Destaca-se a ductilidade apresentada bem como os níveis de drift (relação entre o deslocamento vertical e a distância ao ponto de inflexão da deformada da viga, 1,5m) que foram superiores na viga V4. Mais uma vez a junta mostra-se como um factor pouco ou nada desfavorável. Os deslocamentos de cedência diferem pelas razões já apresentadas anteriormente. Os diagramas força-deslocamento da viga de referência VR2 e a viga V4 são apresentados na Figura Salienta-se ainda que este último ensaio apresenta um desempenho muito similar aos ensaios monotónicos caracterizados por Cavaco (2005) e Pacheco (2007), pois as vigas acumulam deformação apenas numa direcção, como se verifica nestes casos. Mais uma vez se chama a atenção pelo facto de a junta não atravessar a laje (banzo superior) e assim melhorar o comportamento global. 78

99 Deslocamento (mm) Força (kn) V d/l (%) Deslocamento (mm) Figura 5.14 Diagramas força-deslocamento da viga de referência 2 de Gião (2012) e da viga V4 Em relação aos protocolos em estudo, o protocolo utilizado nas três primeiras vigas, cíclico alternado, por si só, mostra não ser o mais indicado para o ensaio de vigas. Estes elementos estão sujeitos a cargas verticais. Quando o ensaio não contempla este tipo de carregamento, acontece que as vigas entram em cedência na direcção de momentos positivos primeiro, situação que se mostra ser muito penalizadora, pois quando na outra direcção atinge-se a cedência o banzo inferior já está muito danificado. Para este tipo de ensaio, em que se quer estudar o fenómeno de rótulas reversíveis, o protocolo cíclico alternado deveria ser imposto a partir de um deslocamento associado ao deslocamento da carga gravítica ou permanente. Assim, como se pode observar no exemplo da Figura 5.15, uma história de deslocamentos cíclica alternada em torno de um deslocamento gravítico (6mm) faz com que a cedência nas duas direcções aconteça no mesmo ciclo (24mm e 12mm, correspondente às vigas deste trabalho). Desta forma, será espectável ter uma boa aproximação do comportamento duma rótula reversível Tempo Figura 5.15 Exemplo de uma história de deslocamentos 79