reforco sismico de edificios de betao armado
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Reforo Ssmico de Edifcios de Beto Armado
Pedro Miguel Neves Alegria da Silva
Dissertao para a obteno do Grau de Mestre em
Engenharia Civil
Jri
Presidente: Prof. Pedro Guilherme Sampaio Viola Parreira
Orientador: Prof. Jlio Antnio da Silva Appleton
Vogal: Prof. Mrio Manuel Paisana dos Santos Lopes
Setembro de 2007
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AGRADECIMENTOS
Esta dissertao foi desenvolvida no mbito do Mestrado Integrado em Engenharia
Civil, do Instituto Superior Tcnico.
Ao Prof. Jlio Appleton, orientador cientfico desta dissertao, manifesto a minha
sincera gratido pelas frutferas discusses empreendidas e pela disponibilidade demonstrada.
Cristina Ventura, por toda a assistncia e pacincia.
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RESUMO
Actualmente, existe uma grande preocupao em tornar as construes resistentes s
aces ssmicas. O Eurocdigo 8 parte 3, Avaliao e Reforo de Estruturas sujeitas Aco
Ssmica, resulta dessa consciencializao.O objectivo principal desta dissertao o de caracterizar o comportamento ssmico de
edifcios de beto armado e descrever os procedimentos regulamentares.
Com esse intuito efectuada uma breve evoluo histrica da regulamentao e sero
analisadas as deficincias de dimensionamento e de pormenorizao que contriburam para o
colapso local ou global de edifcios de beto armado.
O Eurocdigo 8 parte 1 analisado e sero retiradas as disposies regulamentares relevantes
para o reforo ssmico de edifcios existentes. Neste captulo destaca-se a filosofia de
dimensionamento patente nos Eurocdigos, denominada por Capacity Design que tem como
principal objectivo evitar as roturas frgeis, tirando partido da ductilidade da estrutura e da sua
capacidade de dissipar energia.
O objectivo da parte 3 do Eurocdigo 8 garantir que as estruturas existentes possuam
capacidade resistente suficiente que lhes permita suportar as exigncias ssmicas. Para tal, so
definidas exigncias de desempenho associadas a estados de dano, regras para avaliao
estrutural que traduzam adequadamente as caractersticas do edifcio, mtodos de anlise e
critrios de verificao.
Posteriormente, so definidas as tcnicas de reforo ssmico mais correntes, as suas
vantagens e desvantagens, bem como as suas condies de aplicabilidade.
Finalmente, avaliada a capacidade ssmica de um edifcio de beto armado e so analisadas
diferentes alternativas para o seu reforo ssmico.
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ABSTRACT
In our days exists a big concern regarding the seismic resistance of structures. Because
of that awkwardness a new set of codes were developed, such as the Eurocode part 3:
Assessment and Seismic Retrofit of Structures.The main purpose of this dissertation is to define the seismic behaviour of concrete buildings
and to characterize the ruling proceedings.
With that point in mind, a brief historical evolution of the regulations is defined and the damage
regarding misconception in design and in detailing that led to local or global collapse of concrete
buildings, are analysed.
The part 1 of the Eurocode 8 is under examination and the relevant guidelines regarding the
seismic retrofit of existing buildings are underlined.
One of the focuses in this chapter is the design philosophy displayed in the Eurocodes,
referenced as Capacity Design. Its main purpose is to avoid the brittle collapse and failure of
structures, taking advantage of their ductility properties and in its ability to dissipate energy.
The objective of the Eurocode 8 part 3 is to guarantee that existing buildings have enough
capacity to endure the seismic demands. For that reason certain guiding principles are defined,
performance requirements corresponding to limit states, rules for structural assessment that
reflect the buildings characteristics, methods of analysis and compliance criteria.
Afterwards, the most standard techniques of seismic retrofitting are described, their advantages
and disadvantages, as well as their applicability conditions.
Finally, the seismic capacity of a concrete building is assessed and the alternatives for the
retrofit are discussed.
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PALAVRAS-CHAVE
Eurocdigo
Aco ssmica
Reforo ssmicoEdifcios
Beto armado
Capacidade
KEYWORDS
Eurocode
Seismic action
Seismic retrofitting
Buildings
Concrete
Capacity
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Notaes
NSPT Nmero de pancadas para atingir uma profundidade de 30 cm no ensaio SPT
s,30 Velocidade mdia das Ondas ssmicas secundrias
cu Coeficiente de resistncia no drenada do solo
)(TSe Espectro de resposta elstico horizontal
)(TSDe Espectro de resposta horizontal em deslocamento
)(TSVe Espectro de resposta vertical
)(TSd Espectro de clculo horizontal
gd Deslocamento de clculo a nvel do solo
T Perodo de vibrao de um sistema linear de um nico grau de liberdade
ga Acelerao de clculo para um solo de classe A
BT Limite inferior dos perodos que correspondem ao patamar de acelerao
espectral constante
CT Limite superior dos perodos que correspondem ao patamar de acelerao
espectral constante
DT Valor a partir do qual o deslocamento espectral se torna constante
S Parmetro do solo
Coeficiente de correco do amortecimento viscoso
vga Acelerao vertical de clculo para um solo de classe A
Coeficiente que corresponde ao limite inferior do espectro de clculo horizontal
q Coeficiente de Comportamento
EdA Aco ssmica de dimensionamento
EkA Aco ssmica de referncia
I Factor de Importncia
Factor de converso
kG Valor caracterstico das cargas permanentes
ikQ , Valor caracterstico da aco varivel i
ikiQ ,,2 Valor quase permanente da aco varivel i
iE, Coeficiente de combinao associado aco varivel
Coeficiente de amortecimento viscoso
M Massa efectiva total da estrutura
i
M Massa do n i
g Acelerao de gravidade
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bF Fora de corte basal
i Deslocamento lateral do grau de liberdade i devido a uma anlise elstica
linear de uma estrutura
Fi Foras laterais aplicadas ao nvel dos pisos i
k Nmero de modos a considerarn Nmero de pisos acima do solo
Tk Perodo de vibrao do modo k
EE Mximo valor do efeito aco ssmica considerada
de* Deslocamento objectivo
eaS (T*) Valor espectral da acelerao correspondente a T*
m* Massa equivalente num sistema de 1 GDL
F* Fora no sistema de 1GDL
d* Deslocamento no sistema de 1GDLcRd,M Momentos flectores de dimensionamento das colunas que confluem nessa
ligao
bRdM , Momentos flectores de dimensionamento das vigas que confluem nessa
ligao
Di Exigncias ssmicas
Ci Capacidades resistentes
Rcio entre exigncias e capacidades
E Valores das exigncias expressas em deformaes
VE Valores das exigncias expressas em esforo transverso
VE, CD Valor de esforo transverso relativo
y Valor da deformao de cedncia
u,m Valor da deformao de colapso
u,m- Desvio face deformao ltima
VRd , VRm Resistncia ao corte com/sem segurana do material e factores de segurana
VR,,EC2 Resistncia ao corte do elemento com carregamento monotnico
VR,,EC8 Resistncia ao corte do elemento com carregamento cclico e aps a cedncia
por flexo ser atingida
y Curvatura de cedncia na extremidade do elemento
vL Rcio momento/esforo transverso na seco de extremidade
zaV Variao de tenso no diagrama de momentos flectores
z Brao interno do elemento
h Altura da seco transversal
y Deformao de cedncia
,dd Distncias armadura de traco e compresso
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bd Dimetro da barra
yf , bf Tenso de cedncia no ao e no beto, em MPa
el Coeficiente reduo elstico
Esforo normal reduzido
b Largura da zona comprimida
N Esforo normal de compresso
, Percentagem mecnica de armadura de traco e compresso
cf , ywf Resistncia compresso do beto (MPa) e a resistncia de cedncia dos
estribos
sx Percentagem de armadura paralela direco x do carregamento
sh Espaamento dos estribos
d Percentagem de armadura de reforo diagonal, em cada direco diagonal
Factor de eficcia de confinamento
b0, h0 Dimenses do beto confinado no aro
bi Espaamento das armaduras longitudinais na zona central, contidas
lateralmente por estribos
mu Deformao ltima
u Curvatura ltima da seco de extremidadedbL Dimetro da armadura de traco
Altura da zona comprimida
CA rea da seco transversal
pl
Representa a exigncia de ductilidade (em deslocamento)
tot Percentagem de armadura longitudinal
WV Contribuio da armadura de esforo transverso para a resistncia ao corte
ngulo entre a diagonal e o eixo da colunaVj Esforo transverso adicionalexercido pela cinta de ao
tf Espessura das placas/cintas de ao
b Largura das cintas de ao
Vf Contribuio do FRP na resistncia ao corte do elemento
f Rcio FRP paralelo direco de carregamento
ffuf ,, A tenso resistente e o mdulo de elasticidade do FRP
fu ,
Extenso ltima do FRP
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NDICE
CAPITULO 1. INTRODUO .....................................................................................................1
1.1. DEFINIO DO PROBLEMA............................................................................................1
1.2. OBJECTIVOS E ORGANIZAO DA DISSERTAO .............................................................3CAPITULO 2. COMPORTAMENTO DE EDIFCIOS DE BETO ARMADO SUJEITOS ACO SSMICA.......4
2.1. INTRODUO..............................................................................................................4
2.2. COMPORTAMENTO SSMICO DE EDIFCIOS DE BETO ARMADO ..........................................5
2.2.1. Aspectos relacionados com as condies exteriores ao edifcio .......................6
2.2.2. Aspectos relacionados com as condies interiores dos edifcios.....................7
2.2.2.1. Deficincias relacionadas com o sistema estrutural......................................8
2.2.2.1.1. Regularidade em alado........................................................................8
2.2.2.1.2. Regularidade no plano horizontal...........................................................92.2.2.2. Deficincias relacionadas com os elementos .............................................10
2.2.2.2.1. Diafragmas estruturais.........................................................................10
2.2.2.2.2. Mecanismos de rotura em colunas.......................................................10
2.2.2.2.3. Ligaes viga-coluna...........................................................................12
2.2.2.2.4. Elementos secundrios e elementos no estruturais............................12
CAPITULO 3. ANLISE E DIMENSIONAMENTO SSMICO DE EDIFCIOS DE BETO ARMADO.
CONSIDERAES GERAIS ...........................................................................................................13
3.1. OBJECTIVOS ............................................................................................................133.2. DIFERENCIAO DA FIABILIDADE.................................................................................14
3.3. CRITRIOS DE VERIFICAO ......................................................................................15
3.4. ACO SSMICA .......................................................................................................16
3.4.1. Zonas Ssmicas e Fonte Sismognica............................................................16
3.4.2. Tipos de solos................................................................................................17
3.4.3. Representao da Aco Ssmica..................................................................18
3.4.4. Espectro de resposta elstico horizontal ........................................................18
3.4.5. Espectro de resposta elstico vertical.............................................................20
3.4.6. Espectro de dimensionamento para a Exigncia de No Colapso ..................20
3.4.7. Deslocamento de dimensionamento do solo ..................................................22
3.4.8. Representaes alternativas da aco ssmica ..............................................22
3.5. COMBINAO DE ACES ..........................................................................................23
3.6. MTODOS DE ANLISE...............................................................................................23
3.6.1. Anlise Esttica Linear...................................................................................24
3.6.2. Anlise Dinmica Linear.................................................................................25
3.6.3. Anlise Esttica No Linear ...........................................................................26
3.6.4.
Anlise Dinmica No Linear .........................................................................27
3.7. FILOSOFIA DE DIMENSIONAMENTO ..............................................................................28
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3.8. ISOLAMENTO SSMICO DE BASE ..................................................................................29
CAPITULO 4. AVALIAO SSMICA E REFORO SSMICO DE EDIFCIOS DE BETO ARMADO .............33
4.1. INTRODUO............................................................................................................33
4.2. EXIGNCIAS DE DESEMPENHO PARA ESTRUTURAS EXISTENTES ......................................33
4.3. CRITRIOS DE VERIFICAO.......................................................................................34
4.4. INFORMAO SOBRE A AVALIAO ESTRUTURAL ..........................................................35
4.5. AVALIAO ESTRUTURAL ..........................................................................................36
4.5.1. Aco ssmica, combinao de aces e modelao estrutural......................37
4.5.2. Mtodos de anlise........................................................................................37
4.6. VERIFICAO DA SEGURANA PARA O REFORO DE ELEMENTOS DE BETO ARMADO .......38
4.7. MODELOS DE CAPACIDADE PARA A AVALIAO DO REFORO DE ELEMENTOS DE BETO
ARMADO ..............................................................................................................................40
4.7.1. Elementos de beto armado sujeitos a flexo simples e composta.................404.7.2. Elementos de beto armado sujeitos ao corte................................................42
CAPITULO 5. TCNICAS DE REFORO E DE INTERVENO ........................................................44
5.1. INTRODUO............................................................................................................44
5.2. TIPOS DE INTERVENES ..........................................................................................44
5.3. REFORO SSMICO DE ELEMENTOS DE BETO ARMADO EXISTENTES .............................45
5.3.1. Reforo por Encamisamento..........................................................................45
5.3.2. Reforo por adio de chapas de aos e perfis metlicos...............................49
5.3.3. Reforo por introduo de pr-esforo exterior...............................................505.3.4. Introduo de elementos resistentes ..............................................................50
5.3.5. Isolamento ssmico de base ...........................................................................51
CAPITULO 6. CASO DE ESTUDO.............................................................................................53
6.1. APRESENTAO DO EDIFCIO .....................................................................................53
6.2. AVALIAO SSMICA ..................................................................................................54
6.3. MODELAO E ANLISE .............................................................................................58
6.4. AVALIAO DAS CAPACIDADES ...................................................................................59
6.4.1. Avaliao da capacidade resistente dos pilares ao Corte. ..............................606.4.2. Avaliao da capacidade de deformao dos pilares......................................62
6.4.3. Avaliao da capacidade resistente dos pilares Flexo Composta...............63
6.4.4. Avaliao da capacidade resistente das vigas Flexo..................................64
6.4.5. Verificao da capacidade resistente actual das lajes. ...................................67
6.5. REFORO SSMICO DO EDIFCIO. INTRODUO DE PAREDES RESISTENTES ......................68
I. Clculo dos esforos resistentes. .......................................................................68
II. Definio dos esforos condicionantes...............................................................69
III. Verificao da Segurana Flexo composta. ...................................................69
IV. Verificao ao Corte (rotura frgil)..................................................................70
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V. Introduo de paredes resistentes 4,0x0,35m2 na direco transversal. Nova
iterao. .....................................................................................................................70
VI. Verificao Flexo composta. Pilares. .........................................................70
VII. Verificao ao Corte (rotura frgil). Pilares. ....................................................71
VIII. Verificao da segurana flexo das vigas. .................................................716.6. DIMENSIONAMENTO DAS PAREDES RESISTENTES..........................................................73
6.7. COMPARAO COM A SITUAO INICIAL.......................................................................76
6.7.1. Frequncias e modos de vibrao..................................................................76
6.7.2. Anlise dos deslocamentos............................................................................77
6.7.3. Anlise dos esforos nos elementos. .............................................................78
6.8. OUTRAS ALTERNATIVAS PARA O REFORO SSMICO DO EDIFCIO.....................................79
CAPITULO 7. CONCLUSES ..................................................................................................80
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NDICE DAS FIGURAS
CAPTULO 2
Figura 2. 1: Registo da componente horizontal do sismo da cidade do Mxico de 1985 [33].___6
Figura 2. 2: Sismo da cidade do Mxico de 1985: Colapso tipo pancake (imagem daesquerda), choque entre dois edifcios adjacentes (imagem da direita) [33]._________________6
Figura 2. 3: Sismo da Cidade do Mxico em 1985: A liquefaco do solo originou o
afundamento do edifcio (figura da esquerda) [15]._______________________________________7
Figura 2. 4: Sismo de Kobe em 1995: Rotura das fundaes (figura da direita) [15].__________7
Figura 2. 5:Registo da acelerao horizontal registada durante o sismo de Northridge de 1994
com Magnitude de 6,7 [14].___________________________________________________________8
Figura 2. 6: Sismo da Cidade do Mxico 1985: Soft Storey [33]. ________________________8
Figura 2. 7: A colocao das paredes resistentes provoca uma deslocao do centro de rigidez
C.R. relativamente ao centro de massa C.M.____________________________________________9
Figura 2. 8: Sismo de Northridge de 1994: Rotura por corte de uma coluna [14].____________11
Figura 2. 9: Sismo de Northridge de 1994: Colapso de coluna interior [14]._________________11
Figura 2. 10: Rotura na ligao entre coluna e viga e espaamento muito grande das cintas [28].
__________________________________________________________________________________12
CAPTULO 3
Figura 3. 1: Zonamento em funo da aco ssmica prxima e da aco ssmica afastada,
respectivamente, para um perodo de retorno de 475 anos [3]. ....................................................16
Figura 3. 2: Avaliao da perigosidade ssmica em PGA (agR) [3]. ...............................................17
Figura 3. 3: Espectros de reposta elstico recomendados para a aco ssmica tipo 1 e tipo 2
[3]. .......................................................................................................................................................18
Figura 3. 4: Acelerograma artificial para a Aco Ssmica do tipo 1, Terreno tipo 1, Zona
Ssmica A do RSA. ............................................................................................................................22
Figura 3. 5: Mecanismos de dissipao de energia em edifcios. .................................................28
CAPTULO 5
Figura 5. 1: Encamisamento com beto armado e com ao [18]. .................................................46
Figura 5. 2: Encamisamento/ Reforo com FRP [30]. ....................................................................48
Figura 5. 3: Reforo de uma viga ao esforo transverso [28]. .......................................................49
Figura 5. 4: Aplicao de pr-esforo exterior a colunas [28]. .......................................................50
Figura 5. 5: Reforo por introduo de contraventamentos metlicos [15]...................................51
Figura 5. 6: Comparao entre uma estrutura de base fixa e uma de base isolada. ...................51
Figura 5. 7: Sistemas de isolamento base [24]. ..............................................................................52
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CAPTULO 6
Figura 6. 1: Planta do edifcio em estudo. .......................................................................................53
Figura 6. 2: Planta de pilares. ...........................................................................................................53
Figura 6. 3: Planta de vigas. .............................................................................................................54
Figura 6. 4: Pormenorizao de um pilar tipo P1. ...........................................................................55
Figura 6. 5: Pormenorizao de um pilar tipo P2. ...........................................................................55
Figura 6. 6:Pormenorizao de uma laje tipo. .................................................................................56
Figura 6. 7: Esquema de pormenorizao da viga H1. ..................................................................56
Figura 6. 8: Esquema de pormenorizao da viga H2. ..................................................................57
Figura 6. 9: Modelo estrutural...........................................................................................................58
Figura 6. 10: Modos de vibrao da estrutura.................................................................................58
Figura 6. 11: Esforos transversos resistentes para os pilares tipo P1 e P2. ...............................60
Figura 6. 12: Avaliao da capacidade resistente flexo na zona dos apoios da viga H2 no
piso 3. .................................................................................................................................................66
Figura 6. 13: Avaliao da capacidade resistente flexo da viga V3 no piso 2. ........................67
Figura 6. 14: Introduo de paredes resistentes.............................................................................68
Figura 6. 15: Introduo de paredes resistentes na direco transversal.....................................70
Figura 6. 16: Envolvente dos momentos flectores na viga H2 aps a introduo de paredes
resistentes. .........................................................................................................................................72
Figura 6. 17: Comparao dos momentos flectores negativos na viga H2 aps a redistribuio
de esforos.........................................................................................................................................72
Figura 6. 18: Paredes resistentes.....................................................................................................73Figura 6. 19: Distribuio das paredes resistentes e pilares fictcios. ...........................................73
Figura 6. 20:Evoluo da resistncia ao corte do pilar P2C. .........................................................78
Figura 6. 21:Armadura necessria para verificar a segurana flexo composta do pilar P2C. 78
Figura 6. 22:Comparao dos momentos actuantes e resistentes na viga H2. ...........................79
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NDICE QUADROS
CAPTULO 3
Quadro 3. 1: Classes de importncia. Valores recomendados. .....................................................14
Quadro 3. 2: Aco ssmica prxima (tipo 2). .................................................................................21Quadro 3. 3: Aco ssmica afastada (tipo 1). ................................................................................22
CAPTULO 4
Quadro 4. 1: Nveis de anlise e correspondentes mtodos de anlise [2]. .................................36
Quadro 4. 2: Critrios de verificao para avaliao do reforo de elementos de beto armado
[2]. .......................................................................................................................................................39
CAPTULO 6
Quadro 6. 1: Percentagem de participao de massa modal. .......................................................59
Quadro 6. 2: Coeficientes ssmicos..................................................................................................59
Quadro 6. 3: Quadro resumo dos resultados dos pilares. ..............................................................61
Quadro 6. 4: Quadro resumo dos resultados dos pilares. ..............................................................61
Quadro 6. 5: Verificao das condies de aplicabilidade dos mtodos lineares. .......................61
Quadro 6. 6: Verificao das condies de aplicabilidade dos mtodos lineares. .......................62
Quadro 6. 7: Quadro resumo da capacidade de deformao do pilar tipo P1. .............................62
Quadro 6. 8: Quadro resumo da capacidade de deformao do pilar tipo P2. .............................63
Quadro 6. 9: Clculo da armadura principal de flexo composta para o pilar P1B......................63
Quadro 6. 10: Clculo da armadura principal de flexo composta para o pilar P2B....................63
Quadro 6. 11: Quadro resumo das Capacidades e Exigncias, ratio = sd/um,para a viga H1.
............................................................................................................................................................64
Quadro 6. 12: Quadro resumo das Capacidades e Exigncias, ratio = sd/um, para a viga H2.
............................................................................................................................................................64
Quadro 6. 13: Critrios de aplicabilidade para a viga H1. ..............................................................65
Quadro 6. 14: Critrios de aplicabilidade para a viga H2. ..............................................................65Quadro 6. 15: Quadro resumo do comportamento flexo, =Msd/Mrd, da viga H2. ...................65
Quadro 6. 16: Quadro resumo da capacidade de deformao da viga V3 no piso 2. .................66
Quadro 6. 17: Armadura de flexo existente (cm2).........................................................................69
Quadro 6. 18: Esforos actuantes nos pilares P1 e P2. .................................................................69
Quadro 6. 19: Clculo da armadura principal de flexo composta para o pilar P1. .....................69
Quadro 6. 20: Clculo da armadura principal de flexo composta para o pilar P2. .....................69
Quadro 6. 21: Anlise da resistncia ao corte para os pilares P1 e P2. .......................................70
Quadro 6. 22: Clculo da armadura principal de flexo composta para o pilar P1. .....................71
Quadro 6. 23: Clculo da armadura principal de flexo composta para o pilar P2. .....................71
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Quadro 6. 24: Anlise da resistncia ao corte para os pilares P1 e P2. .......................................71
Quadro 6. 25: Caractersticas das paredes resistentes..................................................................73
Quadro 6. 26: Esforos de dimensionamento para as paredes resistentes. ................................74
Quadro 6. 27: Armadura adoptada para os pilares fictcios. ..........................................................74
Quadro 6. 28: Armadura longitudinal adoptada para a alma das paredes. ..................................74Quadro 6. 29: Armadura transversal adoptada para as paredes resistentes. ..............................75
Quadro 6. 30: Verificao de tenso mxima nas bielas. ..............................................................75
Quadro 6. 31: Coeficientes de rigidez. .............................................................................................76
Quadro 6. 32: Deslocamentos inter-pisos para a situao inicial. .................................................77
Quadro 6. 33: Deslocamentos inter-pisos para a soluo reforada.............................................77
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NDICE ANEXOS
Anexo 1:Parmetros para a definio da componente horizontal da aco ssmica [3]. .............85
Anexo 2: Factores parciais para o estado limite ltimo [4]. ............................................................85
Anexo 3: Valores das propriedades dos materiais e critrios de anlise e de verificaes de
segurana [2]. ....................................................................................................................................86
Anexo 4: Armadura longitudinal e transversal para o pilar tipo P1. ...............................................86
Anexo 5: Armadura longitudinal e transversal para o pilar tipo P2. ...............................................87
Anexo 6: Esforos resistentes para a viga H1.................................................................................88
Anexo 7:Esforos resistentes para a viga H2..................................................................................89
Anexo 8: Clculo da capacidade resistente ao corte do pilar P1. ..................................................90
Anexo 9: Clculo da capacidade resistente ao corte do pilar P2. ..................................................91
Anexo 10: Deformaes ltimas para a viga H1. ............................................................................92
Anexo 11: Deformaes ltimas para a viga H2. ............................................................................93Anexo 12: Deformaes ltimas para o pilar P1.............................................................................94
Anexo 13: Deformaes ltimas para o pilar P2.............................................................................95
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Capitulo 1. Introduo
1.1. Definio do problema
A engenharia ssmica constitui um campo de estudo relativamente novo, no qual se
conjuga uma grande quantidade de informao cientfica que transversal a diferentes reas.
Nos ltimos 50 anos notou-se uma crescente preocupao relativamente aos riscos inerentes a
aces ssmicas em grandes reas urbanas. Como resultado directo dessa consciencializao,
novos mtodos de anlise e de dimensionamento foram criados de modo a tornar as estruturas
sismicamente mais resistentes e seguras.
Contudo, e apesar da melhoria dos nveis de desempenho ssmico de edifcios, estas tcnicas
ainda no so suficientes para reduzir as perdas para nveis aceitveis. Terramotos emgrandes reas urbanas, como o de Northridge (Los Angeles, 1994), o de Kobe (Japo, 1995) e
os sismos na Turquia, Grcia e Taiwan em 1999, demonstraram a vulnerabilidade de edifcios
que se julgavam resistentes.
Em Portugal, o desenvolvimento de regulamentos ssmicos comeou em 1955 durante a
celebrao dos 200 anos do terramoto de 1755, foi nessa altura que surgiu o RSCCS,
Regulamento da Segurana das Construes contra os Sismos". O documento explicitava as
exigncias que uma estrutura teria que satisfazer de modo a satisfazer a segurana pblica.
A sua publicao deu-se em 1958 e as principais novidades que ele introduziu foram:
Zonamento ssmico do territrio em 3 zonas.
Obrigar realizao de uma verificao especfica para as foras laterais.
Estabelecer algumas condies qualitativas para introduo em edifcios de pequeno porte,
de elementos de confinamento, cintagem, da melhoria das ligaes, introduo de
montantes de beto armado, etc.
Este documento em conjunto com o RGEU, Regulamento Geral das Edificaes Urbanas,
implementado em 1950, estabelecia as condies necessrias s estruturas para resistir aossismos [23].
Em 1960, foi publicado o RSEP, Regulamento de Solicitaes em Edifcios e Pontes, que
definia todas as aces a considerar para as aces dos sismos, sobrecargas, aco do vento,
temperatura, etc.
Por esta altura, em Portugal e no resto da Europa, verificou-se um grande crescimento na
construo em beto armado como um reflexo da fase ps-guerra. Este aparecimento de
edifcios de beto armado foi caracterizado pelo aparecimento de muitos edifcios de 10 a 15
andares, maioritariamente com sistema estrutural porticado.
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No ano de 1966 aprovado o REBA, Regulamento de Estruturas de Beto Armado, dirigido
para o projecto de estruturas de beto armado e incluindo algumas das disposies descritas
no RSCCS de 1958 [38].
Apesar do aparecimento destes regulamentos as estruturas eram dimensionadas sem
considerao rigorosa das aces ssmicas pois o principal critrio de dimensionamento era areduo da rea de compresso mnima.
A reduzida cintagem, as baixas taxas de armaduras longitudinais e transversais, as
insuficientes pormenorizaes, a amarrao insuficiente das armaduras longitudinais, a
interrupo das armaduras principais em zonas criticas, a baixa capacidade resistente do beto
e caminhos de carga descontnuos, entre outros, so exemplos de deficincias estruturais em
edifcios de beto armado deste perodo.
Somente em 1983 com o aparecimento de nova regulamentao, RSA e REBAP, so
considerados os efeitos das aces ssmicas de um modo mais prximo das exigncias reais.
O RSA, Regulamento de Segurana e Aces, que estabelece os princpios gerais de
segurana a verificar no projecto estrutural das construes e que define as aces a
considerar.
O REBAP, Regulamento de Estruturas de Beto Armado e Pr-esforado, que substitui o
antigo REBA e contempla tambm as estruturas de beto pr-esforado. Este documento
foi baseado no Model Code (1978) preparado pelo Comit Euro Internacional do Beto
Armado e sintetiza um acordo entre os diferentes pases europeus estabelecendo um
conjunto de regras comuns a todos os pases.
Os edifcios posteriores a 1983 apresentam nveis de desempenho aceitveis e um
comportamento superior a edifcios de beto armado construdos em perodos anteriores,
embora na maior parte dos casos no sejam alcanados os nveis de desempenho exigidos
pelo Eurocdigo 8, nomeadamente em termos de resistncia e de ductilidade.
O conceito dos Eurocdigos, surge com o intuito de permitir a harmonizao da
regulamentao e diminuir as barreiras tcnicas existentes em cada pas europeu e entre eles.
O Eurocdigo 8 vem preencher uma lacuna existente na regulamentao anterior, vistocontemplar um anexo dedicado ao Reforo Ssmico de Edifcios. Tambm pela primeira vez
so definidas normas para o Isolamento Ssmico de Estruturas na seco 10 do Eurocdigo 8
parte 1 [1].
O objectivo, implcito aos regulamentos de reforo ssmico, efectuar uma melhoria estrutural
dos edifcios existentes para que atinjam o patamar de segurana exigido a edifcios novos.
Como bvio, este objectivo tecnicamente e economicamente invivel de executar para
todos os edifcios que se encontram em elevado risco de colapso e para aqueles que
apresentam deficincias graves e que necessitam de interveno. Ser por isso necessrio
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identificar os edifcios que merecem ser reabilitados, e, atravs de tcnicas de avaliao,
reconhecer os pontos fracos e fortes da estrutura, e, com base nessa informao, aumentar os
seus nveis de desempenho para nveis aceitveis [7].
1.2. Objectivos e organizao da dissertao
O objectivo desta dissertao explicar e descrever as metodologias e disposies
regulamentares, verso final do Eurocdigo 8-parte 3: Reforo e Avaliao Ssmica de
Estruturas de Beto Armado, aplicando-as a um caso prtico, onde ser determinada uma
soluo de reforo ssmico. Pretende ainda caracterizar o comportamento ssmico de edifcios
de beto armado e descrever as principais tcnicas de reforo ssmico.
A dissertao constituda por 7 captulos distintos, onde o captulo 1 (presente captulo)expe o trabalho e define os objectivos da tese e organizao.
O captulo 2 pretende analisar o comportamento de estruturas de beto armado quando
sujeitas aco ssmica, as deficincias ao nvel da pormenorizao e dimensionamento, bem
como os factores condicionantes do comportamento ssmico das estruturas.
O captulo 3 tem como objectivo a apresentao das consideraes gerais preconizadas pelo
Eurocdigo 8, com vista avaliao e anlise de estruturas existentes. Deste modo, recolhe-se
a informao definida na parte 1 do Eurocdigo 8-Dimensionamento de Estruturas Aco
Ssmica, que seja significativa para a Avaliao e Reforo de Estruturas Existentes.
O captulo 4 avalia o desempenho de estruturas existentes e analisa as formulaes
apresentadas na parte 3 do Eurocdigo 8, Reforo ssmico de estruturas de beto armado.
O captulo 5 tem como propsito a apresentao das tcnicas de reforo e de interveno.
Descrevem-se as tcnicas mais correntes, tais como o isolamento ssmico, o reforo de
elementos e a introduo de elementos resistentes.
No captulo 6 avaliada a capacidade resistente de um edifcio existente aco ssmica e
dimensionada uma soluo de reforo ssmico
No captulo 7 apresentar-se- a concluso e algumas consideraes finais.
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Capitulo 2. Comportamento de edifcios de beto armado sujeitos
aco ssmica
2.1. Introduo
Perceber e estudar a resposta dinmica do sistema estrutural, e como essa resposta
afectada pelas caractersticas globais e locais do sistema, melhora a percepo sobre a
avaliao de edifcios existentes e ajuda a desenvolver tcnicas de reforo ssmico. [M. N.
Fardis, 2003]
A aco ssmica pode ser traduzida por um conjunto de deslocamentos dinmicos ou por uma
quantidade de energia transmitida estrutura. A este fenmeno corresponde um conjunto de
exigncias s quais a estrutura dever ter capacidade para resistir. Por vezes, essas
capacidades resistentes so excedidas o que torna a estrutura vulnervel.
A vulnerabilidade das estruturas no um conceito absoluto, pois uma mesma estrutura pode
ser vulnervel a um tipo de aco ssmica e sismicamente resistente a um outro tipo. Logo, a
resposta ssmica de estruturas depende do tipo de aco ssmica e das condies intrnsecas
estrutura, como o perodo fundamental de vibrao e a capacidade de dissipao de energia.
fundamental dominar estes conceitos para que a estrutura reforada apresente os nveis de
desempenho pretendidos.
As estruturas so dimensionadas para que as capacidades resistentes, nomeadamente a
resistncia e a rigidez, sejam maiores que as exigncias impostas pela aco ssmica. Este
balano garantindo, tomando em considerao o princpio da dissipao de energia e o
comportamento inelstico da estrutura.
Ao dimensionar uma estrutura, para que ela permanea com comportamento elstico durante o
seu tempo de vida, no se beneficia das suas caractersticas inelsticas o que encarece
bastante a estrutura. A considerao desse comportamento inelstico permite a reduo das
ordenadas espectrais do espectro de dimensionamento, o que possibilita a diminuio da
capacidade resistente de clculo. Essa reduo depende essencialmente da ductilidade
disponvel e do perodo de vibrao da estrutura. O Eurocdigo 8 quantifica a ductilidade em
termos do coeficiente de comportamento, que para edifcios de beto armado varia entre 1 e 5
[1] [8].
A influncia do perodo fundamental no comportamento da estrutura grande e a sua
diminuio implica um acrscimo de acelerao espectral, o que se reflecte num aumento da
exigncia.
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O princpio da capacidade de dissipao de energia subentende que as estruturas devem
possuir capacidade de dissipar a energia transmitida pela aco ssmica, mantendo o nvel de
desempenho pretendido. Para que tal suceda as estruturas devero disponibilizar ductilidade
suficiente, que permita a redistribuio de esforos e capacidade de deformao, para que se
evitem roturas frgeis.A capacidade de deformao deve estar presente em todo o sistema estrutural e no apenas
nos denominados elementos primrios, que tm a funo de resistir as aces horizontais. Os
elementos secundrios, que tm a funo de suportar as cargas verticais, devem ter tambm
capacidade de se deformarem juntamente com os elementos primrios sem perderem a sua
capacidade de suportar as cargas gravticas.
Estes propsitos so atingidos sobredimensionando as zonas crticas, colunas e ns viga-
coluna, e conferindo-lhes maior capacidade de dissipao de energia. Esta filosofia de
dimensionamento denominada por Dimensionamento das Capacidades Resistentes
Capacity Design e pretende no s garantir a segurana da estrutura mas tambm prever e
controlar o seu comportamento [9].
2.2. Comportamento ssmico de edifcios de beto armado
O comportamento ssmico de uma estrutura depende de vrios factores, entre os quais se
destacam a regulamentao, a concepo e a modelao da estrutura, as caractersticas
dinmicas da estrutura, a idade da estrutura e a histria de carregamento, o tipo de solo de
fundao e os aspectos relacionados com o tipo de utilizao da estrutura.
As caractersticas dinmicas da estrutura j foram abordadas de modo sucinto na seco
anterior e a regulamentao vigente ser exposta nos captulos seguintes, 3 e 4.
Nesta seco, pretende-se caracterizar o comportamento de edifcios de beto armado
existentes quando sujeitos a aces ssmicas raras e fortes. interessante observar os efeitos
que aces ssmicas de grande magnitude tiveram em edifcios de beto armado, pois uma
boa percepo dessas deficincias permite o aperfeioamento de tcnicas e de conhecimentos,
nomeadamente ao nvel da concepo do reforo ssmico.
com essa finalidade que se faz a distino entre as condies interiores e exteriores aoedifcio, que conduzem ao comportamento deficiente de elementos ou ao colapso total do
edifcio, apresentando os mecanismos de rotura mais relevantes.
As condies externas esto relacionadas com as condies da envolvente, da interaco com
edifcios adjacentes, das condies do solo de fundao, etc.
As condies internas esto mais ligadas s caractersticas intrnsecas do edifcio e no
envolvente. Para uma melhor caracterizao, as condies sero divididas em duas seces
distintas: deficincias ao nvel do sistema estrutural e deficincias ao nvel dos elementos.
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2.2.1. Aspectos relacionados com as condies exteriores ao edifcio
O sismo da cidade do Mxico em 1985 um bom exemplo da influncia das condies
externas no colapso de edifcios. Esta aco ssmica caracterizou-se pela sua extrema
violncia e longa durao, o que suscitou o comportamento frgil de diversos tipos de edifcios,
sobretudo de beto armado, com 6 a 12 pisos, que ficaram muito danificados. Umas das
grandes causas desse comportamento foi a amplificao do movimento do solo pelas camadas
aluvionares que constituem o vale da cidade do Mxico, tendo sido atingidas aceleraes
mximas na ordem dos 0,2g com forma sinusoidal e de grande durao [17].
Figura 2. 1: Registo da componente horizontal do sismo da cidade do Mxico de 1985 [33].
O dano tpico neste sismo foi o colapso generalizado denominado como pancake, como
ilustrado na figura 2.2. A rotura dos pilares, devido s condies exteriores, originou o colapso
de todo o edifcio, deixando os escombros sem espao para sobreviventes. Ficaram patentes
as roturas frgeis de pilares que no permitiram a redistribuio de esforos e cuja resistncia
residual no foi suficiente para equilibrar as grandes deformaes impostas pela resposta em
ressonncia.
Figura 2. 2: Sismo da cidade do Mxico de 1985: Colapso tipo pancake (imagem da esquerda),choque entre dois edifcios adjacentes (imagem da direita) [33].
Neste sismo, verificou-se que as juntas estruturais tinham aberturas insuficientes, tendo sido
notada a grande frequncia do choque entre edifcios adjacentes de caractersticas dinmicas
diferentes, pouding. A figura 2.2 mostra como a existncia de pisos desnivelados em edifcios
adjacentes particularmente grave, pois os pilares no se encontravam dimensionados para ochoque do diafragma horizontal do edifcio adjacente.
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A irregularidade em planta de um quarteiro de edifcios, situao tpica de construes antigas,
outro exemplo da influncia das condies exteriores no comportamento ssmico de edifcios.
Os pilares exteriores do lado do quarteiro virado para a rua so muito mais flexveis que os
interiores, o que conduz ao colapso desses elementos (irregularidade de rigidez), gerando-se
importantes modos de toro. Este tipo de incidentes, em conjunto com outros tipos defenmenos, contribuiu em muito para o agravamento das falhas ao nvel da concepo dos
edifcios.
Figura 2. 3: Sismo da Cidade do Mxico em 1985: A liquefaco do solo originou o afundamento doedifcio (figura da esquerda) [15].
Figura 2. 4: Sismo de Kobe em 1995: Rotura das fundaes (figura da direita) [15].
As condies de fundao inadequadas originam uma perda da capacidade resistente ao corte
do solo, podendo gerar grandes deformaes, rotura das fundaes ou fenmenos como a
liquefaco (figura 2.3).
Regra geral quando se verificam estas situaes a reabilitao do edifcio invivel, quertecnicamente, quer economicamente. A figura 2.4 retrata como as condies de fundao
inadequadas conduziram rotura das fundaes.
2.2.2. Aspectos relacionados com as condies interiores dos edifcios
No mbito das condies internas de um edifcio devem ser considerados os factores que
condicionam o seu comportamento ssmico, como as exigncias que a estrutura apresenta ao
nvel da capacidade resistente, de ductilidade e de deformao.Estas exigncias requerem capacidade de dissipao de energia sem degradao exagerada
das suas capacidades resistentes, devendo evitar-se as concentraes de tenses em zonas
singulares da estrutura, que no se encontram dimensionadas para absorver cargas
excessivas. Na concepo do reforo ssmico estes aspectos devem ser tomados em
considerao, devendo aproveitar-se ao mximo a ductilidade da estrutura e evitar roturas
frgeis.
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2.2.2.1. Deficincias relacionadas com o sistema estrutural
O sismo de Northridge em 1994 exemplificativo de algumas falhas ao nvel do sistema
estrutural, como a irregularidade de rigidez e de massa, e a interrupo de caminhos de cargas.
Estas deficincias proporcionam a acumulao de tenses e de deformaes em zonassingulares, que no se encontram dimensionadas para suster tamanhos carregamentos e
deformaes, o que, em muitas situaes, provocou o colapso da estrutura ou de parte dela.
Porm, somente dois edifcios de beto armado com grande porte atingiram o colapso. Este
facto deve-se s elevadas frequncias geradas pelo sismo: 3.5 a 4.0 Hz [15].
Figura 2. 5:Registo da acelerao horizontal registada durante o sismo de Northridge de 1994 comMagnitude de 6,7 [14].
2.2.2.1.1. Regularidade em alado
A irregularidade vertical uma das causas mais usuais para o colapso de edifcios de beto
armado. Est associada reduo abrupta da rigidez e fraca ductilidade dos elementos
verticais.
As deformaes induzidas pelo sismo tendem a concentrar-se no piso menos rgido,
denominado por piso vazado ou soft-storey, se existir. Se esse soft-storey for constitudo por
elementos pouco dcteis, o piso pode atingir o colapso. Outras deficincias, como a falta de
rigor na pormenorizao, ajudam a agravar esta situao.
Figura 2. 6: Sismo da Cidade do Mxico 1985: Soft Storey [33].
Estes soft-storey so comuns em edifcios residenciais em zonas urbanas, onde o primeiro
piso geralmente usado para fins comerciais ou para garagens, razo pela qual as paredes,
estruturais e no estruturais, so geralmente descontnuas.
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Os recuos de edifcios em altura so outro exemplo de irregularidades verticais. A parte inferior
da estrutura at parte recuada funciona como se estivesse contraventada, deixando a parte
superior, imediatamente a seguir parte recuada do edifcio, mais susceptvel a deformaes.
Ao nvel da parte recuada existe uma acumulao de tenses importante, que poder originaruma grande transferncia de foras. Esta transferncia para os elementos resistentes inferiores
feita atravs do diafragma do piso recuado.
Num caso extremo, a base do edifcio pode fornecer energia suficiente para que essa parte
recuada entre em ressonncia com a base. A parte recuada pode ento entrar em movimento
com amplitudes exageradas e originando a rotura.
2.2.2.1.2. Regularidade no plano horizontal
Alm da regularidade em altura tambm importante garantir a regularidade estrutural no
plano horizontal. Quando o centro de gravidade e o centro de rigidez no so coincidentes
geram-se excentricidades no plano horizontal e os modos de toro ganham protagonismo
(figura 2.7).
Figura 2. 7: A colocao das paredes resistentes provoca uma deslocao do centro de rigidez C.R.relativamente ao centro de massa C.M.
Os elementos mais danificados so aqueles que se encontram mais afastados do centro de
rigidez da estrutura, tambm denominado por lado flexvel da estrutura [7]. Estas tores
excessivas podero originar o colapso de pilares exteriores e provocar fendilhao excessiva
dos elementos, estruturais e no estruturais.
O objectivo do reforo numa estrutura sensvel toro consiste em equilibrar e uniformizar a
rigidez, e assegurar a diminuio dos efeitos dos modos vibratrios de toro, por exemplo,
atravs da introduo de elementos resistentes.
O Eurocdigo 8 parte 1 estipula que a resistncia e a rigidez toro tm de ser garantidas.
Para alm disso, define critrios para a regularidade em planta e em alado, classificando asestruturas como sendo Regulares ou No Regulares. Essa designao ir afectar o
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dimensionamento ssmico da estrutura, condicionando o tipo de modelo estrutural a utilizar, o
mtodo de anlise e o valor do coeficiente de comportamento [1].
2.2.2.2. Deficincias relacionadas com os elementos
As deficincias ao nvel dos elementos estruturais e no estruturais tm um papel crucial no
desempenho da estrutura. As deficincias mais comuns registam-se ao nvel do
dimensionamento e das pormenorizaes de elementos estruturais, como as colunas, ligaes
viga-coluna e os diafragmas estruturais.
2.2.2.2.1. Diafragmas estruturais
A funo dos diafragmas assegurar a transmisso de cargas entre o plano horizontal e os
elementos estruturais, e distribuir as cargas entre os elementos verticais. Quando esses
diafragmas se prolongam por grandes extenses entre elementos primrios, podem ficar
sujeitos a momentos flectores e a esforos transversos muito elevados, originando o
comportamento inelstico do diafragma.
Como este comportamento inelstico no costuma ser considerado no dimensionamento, pode
surgir um comportamento estrutural que no o pretendido e originar o colapso do piso.
A rotura destes elementos acontece quando so menos resistentes que os elementos
pertencentes ao sistema estrutural resistente lateral, tornando-os vulnerveis [7].O Eurocdigo 8 parte 1 preconiza que a condio de diafragma ao nvel de cada piso tem de
ser garantida e correctamente dimensionada [1].
2.2.2.2.2. Mecanismos de rotura em colunas
Os mecanismos de rotura mais comuns em colunas so o corte e a flexo. Apesar de distintos,
por vezes complicado fazer a distino entre eles, pois ambos tm lugar junto na base do
pilar e envolvem o esmagamento do beto.As colunas geralmente possuem baixa capacidade de redistribuio de esforos e de
ductilidade. A capacidade de deformao de um pilar influenciada pelo nvel de esforo axial
actuante e pela quantidade de armadura transversal na zona das deformaes plsticas.
O nvel de esforo axial de compresso pode tornar-se extremamente elevado provocando a
rotura por flexo e a perda da capacidade resistente vertical.
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Figura 2. 8: Sismo de Northridge de 1994: Rotura por corte de uma coluna [14].
O mecanismo de colapso por corte caracteriza-se pela rotura frgil das colunas e origina o
esmagamento do beto (figura 2.8). Regra geral deve-se deficiente pormenorizao das
armaduras, nomeadamente ao espaamento das cintas.
O espaamento das cintas dever ser tal que pelo menos uma ou duas cintas intersectem uma
fenda. As cintas devem ser ancoradas com um dobra de pelo menos 135 ou recorrendo asoldadura [7].
Estes procedimentos no so comuns em construes antigas, nem em construes novas. A
sua inexistncia conduz a deficientes condies de ancoragem que provocam o
desprendimento das cintas e a rotura por corte das colunas.
A rotura frgil de uma coluna conduz perda da sua capacidade resistente, esta situao
implica uma redistribuio de esforos para outras colunas, o que pode implicar o colapso
sucessivo dessas colunas at se atingir o colapso, total ou parcial, do piso [7].
A figura seguinte demonstrativa de como o colapso de uma coluna interior provocou ocolapso de parte do edifcio.
Figura 2. 9: Sismo de Northridge de 1994: Colapso de coluna interior [14].
As falhas ao nvel das pormenorizaes, o excessivo espaamento da armadura transversal, a
insuficiente espessura do beto de recobrimento, a existncia de colunas curtas, a assimetria
ao nvel da rigidez, so situaes a evitar pois promovem os fenmenos de rotura frgil. Uma
adequada pormenorizao e um correcto dimensionamento baseado nos regulamentos
correntes ajuda a retardar ou a atenuar as roturas frgeis.
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2.2.2.2.3. Ligaes viga-coluna
As ligaes viga-coluna so zonas sensveis da estrutura pois esto sujeitas a grandes
concentraes de tenses e de deformaes. Frequentemente encontram-se mal
dimensionadas em edifcios antigos, sobretudo por falta de armadura transversal.
Figura 2. 10: Rotura na ligao entre coluna e viga e espaamento muito grande das cintas [28].
As regras de boa concepo ssmica convencionam que se devem evitar elevadas
concentraes de tenses e de deformaes em elementos e em zonas limitadas, como o
caso dos ns viga-coluna. Por exemplo, num caso de numa estrutura porticada, uma
distribuio uniforme de rigidez e resistncia, entre elementos horizontais e verticais, aumenta
o nmero de zonas onde se efectua a dissipao de energia.
As zonas de amarrao so tambm zonas crticas da estrutura por no estarem localizadas
em zonas com esforos baixos como deveriam. Em edifcios mais antigos, esto por vezes
localizadas em zonas com esforos elevados, o que combinado com a aco ssmica pode
provocar a rotura no mecanismo de amarrao.
2.2.2.2.4. Elementos secundrios e elementos no estruturais
Os elementos secundrios devem possuir capacidade de deformao suficiente para
acompanharem o movimento lateral da estrutura. Caso contrrio quando forem solicitados para
suster as cargas gravticas j tero perdido a sua capacidade resistente e a estrutura atingir o
colapso. A rotura destes elementos origina a perda da capacidade de suster cargas verticais,
que pode conduzir a um colapso progressivo do edifcio, total ou parcial.
Esta situao deve ser prevista no projecto, de modo a que se ocorrer o colapso de um
elemento secundrio seja possvel a redistribuio de esforos para elementos adjacentes.
igualmente importante considerar na fase de projecto os elementos no estruturais, como
paredes de alvenaria e ncleos de escadas. Estes elementos muito rgidos, se no forem
tomados em considerao, podem alterar o funcionamento do sistema estrutural e suscitar
comportamentos para os quais a estrutura no se encontra dimensionada. A interaco entre
elementos estruturais e no estruturais pode tambm resultar em danos para ambos [7].
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Capitulo 3. Anlise e dimensionamento ssmico de edifcios de betoarmado. Consideraes gerais
3.1. Objectivos
O EN 1998-1: 2004 abrange o dimensionamento e construo de obras em zonas
ssmicas e procura assegurar a proteco de vidas humanas, a limitao dos danos e garantir
que as estruturas mais importantes para a proteco civil permaneam activas.
As estruturas em regies ssmicas devem ser dimensionadas e construdas de modo a que as
exigncias de comportamento, referentes aos danos da estrutura, sejam cumpridas com o
adequado nvel de fiabilidade. Com esse intuito, o Eurocdigo 8 parte 1 preconiza dois nveis
de exigncias de desempenho:
Estado de Dano ou estado Limite de No Colapso: EDNC.
Estado de Dano ou estado Limite de Limitao de Danos: EDLD.
O estado de No Colapso garante a proteco da estrutura quando sujeita a aces ssmicas
raras, atravs da preveno do colapso global ou local da estrutura. Deve assegurar a
integridade estrutural e a capacidade de carga residual com deformaes moderadas,
mantendo a sua capacidade de suster as cargas verticais, e possuindo suficiente resistncia
lateral residual e rigidez de modo a proteger vidas.
O estado de Limitao de Danos garante o controlo e a reduo de danos em elementos
estruturais e no estruturais, quando sujeitos a aces ssmicas frequentes. Garante ainda que
o sistema estrutural, ao nvel global e local, fique sem deformaes permanentes, retendo a
totalidade da sua capacidade resistente e rigidez.
O EN 1998-1: 2004 considera duas aces ssmicas diferentes, a Aco Ssmica de
Dimensionamento definida para o EDNC e a Aco Ssmica de Servio definida para o EDLD,
sendo que cada estado limite dimensionado e pormenorizado para resistir aco ssmicaadequada. Para o EDNC tem que se evitar o colapso da estrutura para a aco ssmica de
dimensionamento e no EDLD a estrutura ter que resistir aco ssmica de servio, de maior
probabilidade de ocorrncia, sem a ocorrncia de danos e a consequente limitao de uso [1].
Aco Ssmica de Dimensionamento (preveno do colapso local) com probabilidade
de excedncia de 10% em 50 anos (perodo de retorno mdio = 475 anos).
Aco Ssmica de Servio (limitao de danos) com probabilidade excedncia de 10%
em 10 anos (perodo de retorno mdio = 95 anos).
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A aco ssmica de referncia, para estruturas correntes, a aco ssmica de
dimensionamento e o seu perodo de retorno mdio denominado como perodo de retorno de
referncia, TNCR [1].
3.2. Diferenciao da fiabilidade
Os Eurocdigos atribuem s autoridades nacionais a responsabilidade de definir um conjunto
de parmetros, NDP1, com o intuito de se reduzirem os custos e melhorar a segurana atravs
de uma maior adequao dos parmetros envolvidos.
Esta adequao alcanada mediante a utilizao de nveis de risco especficos a cada
territrio, quer ao nvel da aco ssmica, quer ao nvel das propriedades geotcnicas locais.
Com base nesta linha de raciocnio os nveis de risco so deixados ao critrio das autoridades
nacionais, sendo que o Eurocdigo 8 recomenda para tais casos valores de referncia.
Os edifcios so classificados em 4 classes de importncia (de I a IV), a cada classe
corresponde um determinado factor de importncia 1 , consoante as consequncias que o seu
colapso ter para a vida humana, na sua importncia para a segurana pblica e na proteco
civil no perodo posterior ao sismo, e nas consequncias econmicas e sociais do colapso.
Quadro 3. 1: Classes de importncia. Valores recomendados.
Classes deimportncia
Edifcios
Factor de
importncia
1
Factor de
converso
I Menor importncia para a segurana pblica 0,8 0,5
IIEdifcios correntes que no pertenam s outras
categorias1,0 0,5
III
Edifcios cuja resistncia ssmica importante no
ponto de vista das caractersticas associadas ao
colapso, como escolas
1,2 0,4
IV Importncia vital para a segurana publica e paraa proteco civil como hospitais
1,4 0,4
Quando se pretende melhorar o comportamento da estrutura multiplica-se a aco ssmica de
referncia pelo factor de importncia pretendido 1 . O Quadro 3.1 indica os valores desse
coeficiente em funo da classe de importncia do edifcio.
1National Determined Parameters.
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Em simultneo definido um ratio , denominado como factor de converso, que reflecte a
diferena entre nveis de risco e tem como objectivo efectuar a converso da aco ssmica de
dimensionamento na aco ssmica de servio [13].
3.3. Critrios de Verificao
Critrio de verificao para EDLD
O Eurocdigo 8 preconiza que a verificao da segurana ao estado de dano Limitao de
Danos deve ser expresso em termos de deformaes, isto , atravs do controlo de
deformaes ou dos deslocamentos. O limite da deformao inter pisos permitido, devido
aco ssmica de servio, corresponde a:
h005,0d = , se os elementos no estruturais so frgeis2 e ligados estrutura.
h0075,0d = , se os elementos no estruturais forem dcteis.
h010,0d = , se os elementos no estruturais no forem obrigados a acompanhar as
deformaes globais da estrutura, ou se no existirem elementos no estruturais. O
limite de 1% serve tambm para proteger os elementos estruturais de deformaes
inelsticas significativas devidos aco ssmica de servio [13].
Em que,pisobase
s
topo
s dd )(d = . Onde, sd o deslocamento retirado de uma analiseelstica linear com espectro de dimensionamento e multiplicado pelo coeficiente de
comportamento q , e h a distncia entre pisos [1].
Critrio de verificao para EDNC
O nvel de desempenho No Colapso considerado como o estado limite ltimo ao qual a
estrutura deve ser dimensionada. Como tal devero ser verificadas as seguintes condies:
O sistema estrutural dever possuir capacidade resistente e de dissipao de energia, de
acordo com as partes relevantes do EN 1998-1: 2004 [1].
O sistema estrutural dever verificar os critrios de estabilidade, de acordo com as
partes relevantes do EN 1998-1: 2004 [1], quando sujeito aco ssmica de
dimensionamento.
Deve ser verificada a capacidade resistente, das fundaes e do solo de fundao, aos
efeitos da aco ssmica na superstrutura.
2Os elementos dcteis so aqueles que esto sujeitos flexo simples ou flexo composta e oselementos frgeis so aqueles que so sensveis aos mecanismos de esforo transverso (ver captulo 4desta dissertao).
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Devem ser considerados os efeitos de 2ordem e o comportamento no linear dos
elementos, de acordo com o estipulado nas partes relevantes do EN 1998-1: 2004 [1].
3.4. Aco Ssmica
O objectivo desta seco consiste em definir a aco ssmica que ir ser utilizada na anlise
estrutural e no dimensionamento de edifcios de beto armado, de acordo com as regras
especificadas nas partes relevantes do Eurocdigo 8 [1].
A Pr-Norma Portuguesa de 2007 define a aco ssmica, para o territrio Portugus, com
base na casualidade ssmica e nas caractersticas sismo-genticas locais. Assim, a aco
ssmica funo da Zona Ssmica, do Tipo de Solo e da Fonte Sismognica.
3.4.1. Zonas Ssmicas e Fonte Sismognica
As zonas ssmicas so introduzidas para definir os diferentes nveis de risco em cada zona,
valor que constante dentro de cada zona, assunto da exclusiva competncia das respectivas
autoridades nacionais.
A Pr-Norma Portuguesa [3] estipula as seguintes zonas ssmicas em funo da perigosidade
ssmica3 e da fonte sismognica, para a aco ssmica prxima, tipo 2, e para a aco ssmica
afastada, tipo 1, respectivamente.
Figura 3. 1: Zonamento em funo da aco ssmica prxima e da aco ssmica afastada,respectivamente, para um perodo de retorno de 475 anos [3].
O nvel de risco ssmico local ou perigosidade ssmica pode ser representado por uma curva de
risco, ou casualidade ssmica, que representa a probabilidade de excedncia associada aos
diferentes nveis dos parmetros sismolgicos usados.
Geralmente esse grau de risco descrito em termos da Acelerao de Pico no Solo, PGA,
podendo ser tambm representado por meio da velocidade PGV, do deslocamento PGD e da
durao para um dado perodo de exposio [13].
3 A avaliao da perigosidade ssmica realizada em termos de PGA para as aces ssmicas prxima eafastada.
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A figura 3.2 representa a avaliao da perigosidade ssmica, em PGA, para a aco ssmica
prxima e afastada, respectivamente.
Figura 3. 2: Avaliao da perigosidade ssmica em PGA (agR) [3].
3.4.2. Tipos de solos
A influncia das condies e do tipo de solo na resposta ssmica de estruturas pode ser
quantificada atravs da definio de diferentes tipos de solo, cada um com diferentes
propriedades mecnicas. Cinco tipos de solos foram definidos A, B, C, D e E, descritos
segundo os perfis estratigrficas e segundo os parmetros definidos no EN 1998-1: 2004 [1].
Os parmetros utilizados para definir e classificar os tipos de solos so:
Velocidade mdia das ondas ssmicas secundrias (s,30)
Resultados obtidos atravs do ensaio SPT (NSPT)
Coeficiente de resistncia no drenada do solo (cu)
A classificao abrange solos desde os solo Tipo A, rochas e outros tipos semelhantes de
formaes que se caracterizam por velocidades das ondas ssmicas transversais maiores que
800 m/s, at aos solos tipo E, como os aluvies com espessura a variar entre os 5 e os 20
metros. As classes intermedirias apresentam uma diminuio progressiva das caractersticas
anteriormente definidas.Adicionalmente foram definidas duas categorias extras, classes S1 e S2. A classe S1 inclui
camadas de espessuras mnimas de 10 metros de argilas ou areias com elevado ndice de
plasticidade. A classe S2 engloba os restantes tipos de solos que no se integram nas
anteriores classes, como argilas sensveis e solos susceptveis a comportamento de
liquefaco. Logicamente este tipo de solos o mais susceptvel de atingir a rotura devido
aco ssmica, produzindo amplificaes no solo anmalas e efeitos de interaco solo-
estrutura graves. Este tipo de solos requer estudos especiais segundo o Eurocdigo 8 [1].
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O uso destes critrios de classificao de solos pode significar uma excessiva simplificao das
caractersticas estratigrficas dos solos podendo ser realizados estudos suplementares no
sentido de melhorar e de aproximar os resultados com a realidade presente no local [1].
3.4.3. Representao da Aco Ssmica.
A aco ssmica num dado ponto de Portugal pode ser representada atravs de 2 tipos de
espectros de resposta elsticos, o espectro de resposta tipo 1 e o espectro tipo 2, de modo a
ter em considerao as diferentes condies ssmicas.
Figura 3. 3: Espectros de reposta elstico recomendados para a aco ssmica tipo 1 e tipo 2 [3].
As estruturas devem ser dimensionadas considerando o tipo de aco ssmica mais
condicionante para o edifcio em causa.
3.4.4. Espectro de resposta elstico horizontal
As componentes horizontais da aco ssmica podem ser dadas pelas seguintes equaes,
para um amortecimento igual a 5% e com a possibilidade de recorrer a um factor de correco
do amortecimento, 4.
=
=
=
+=
2D
DC
CB
B
5.2)(0.4TT
5.2)(TTT
5.2)(TTT
)15.2(1)(TT0
T
TTSaTSs
T
TSaTS
SaTS
T
TSaTS
DCge
Cge
ge
Bge
(E3. 1)
4 EN 1998-1: 2004, clusula 3.2.2.2 (3).
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Em que eS representa o valor do espectro de resposta elstico para um determinado perodo
de vibrao T de um sistema de um grau de liberdade. Os efeitos do solo so tomados em
considerao no factor de solo S, que por definio igual a 1 para o solo tipo A.
A acelerao de dimensionamento ga corresponde situao de referncia, para o solo tipo A,
de acordo com a equao seguinte.
gR1g aa = (E3. 2)
A aco ssmica de dimensionamento num solo tipo A, para estruturas de importncia corrente,
denominada como aco ssmica de referncia. E representada pelo parmetro que define
o grau de risco de referncia, isto , o valor da acelerao de pico no solo gRa 5.
A acelerao de pico no solo de referncia adoptada pelas autoridades nacionais corresponde
ao perodo de retorno de referncia, TNCR, para a aco ssmica de dimensionamento, para aexigncia de no colapso, para estruturas de importncia corrente.
Uma vez definido o valor espectral elstico )(TSe , a equao seguinte (E3.6) permite obter o
valor espectral do deslocamento elstico )(TSDe .
( )2
2)(
=
TTSTS eDe (E3. 3)
Esta relao apenas vlida para estruturas com perodos de vibrao menores que 4
segundos, caso essa condio no se verifique deve definir-se um espectro de resposta maisrefinado.
O regulamento permite combinar os efeitos da aco ssmica, em ambas direces horizontais,
considerando que o sismo nunca ocorre somente numa direco.
a. EyEdx EE 30,0""+ (E3. 4)
b. EyEdx EE ""30,0 + (E3. 5)
Em que, ""+ significa combinado com, EdxE e EdyE representam os efeitos da aco ssmica
nas respectivas direces. Posteriormente, dever ser considerada a combinao mais
gravosa para a estrutura.
Alternativamente, os efeitos da aco ssmica podem ser considerados atravs da raiz
quadrada da soma dos quadrados (SRSS):
22 "" EyEdx EE + (E3. 6)
5 Clausula 3.2.1 (2) EN 1998-1: 2004.
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3.4.5. Espectro de resposta elstico vertical
A componente vertical da aco ssmica pode ser determinada pelo espectro de resposta
elstico vertical VeS .
=
=
=
+=
2D
DC
CB
B
0,3)(0.4TT
0,3)(TTT
0,3)(TTT
)10,3(1)(TT0
T
TTaTSs
T
TaTS
aTS
T
TaTS
DCvgVe
CvgVe
vgVe
BvgVe
(E3. 7)
Os tipos de aco ssmicas, tipo 1 e tipo 2, so os mesmos que definidos anteriormente para a
componente horizontal.
A componente vertical deve ser considerada apenas se o valor de acelerao de pico no solo,
vga , for superior a 0,25g e se a estrutura em anlise verificar uma das seguintes condies [29]:
1. Elementos estruturais com um desenvolvimento em planta superior a 20 metros
2. Consolas horizontais maiores que 5 metros
3. Elementos horizontais pr-esforados
4. Elementos porticados
5. Estruturas com isolamento base
Os efeitos da componente vertical da aco ssmica podem ser combinados com os efeitos da
componente horizontal da aco ssmica caso sejam ambos relevantes para o sistema
estrutural.
a. EdzEyEdx EEE ""30,0""30,0 ++ (E3. 8)
b. EdzEyEdx EEE 30,0""30,0"" ++ (E3. 9)
c. EdzEyEdx EEE 30,0""""30,0 ++ (E3. 10)
Em que, ""+ significa combinado com, EdzE representa os efeitos da aco ssmica na
direco vertical.
3.4.6. Espectro de dimensionamento para a Exigncia de No Colapso
O espectro de dimensionamento resulta da afectao do espectro de resposta elstico pelo
coeficiente de comportamento respectivo. Este coeficiente permite efectuar uma reduo dos
resultados obtidos numa anlise elstica linear para os resultados de uma anlise no linear. O
coeficiente de reduo uma medida da capacidade de dissipao de energia da estrutura.
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Este mtodo permite que se evitem as anlises no lineares, muito complexas, e que o
comportamento inelstico da estrutura seja estimado de um modo simples.
As equaes que definem o espectro de resposta de dimensionamento )(TSd , para a direco
horizontal, so as seguintes:
=
=
=
+=
g
DCg
d
g
Cg
d
gd
Bgd
a
T
TT
qSa
TS
a
T
T
qSa
TS
qSaTS
qT
TSaTS
2D
DC
CB
B
5,2
)(TT
5,2
)(TTT
5,2)(TTT
)3
25,2(
3
2)(TT0
(E3. 11)
Em que, 6 o coeficiente que corresponde ao limite inferior do espectro de clculo horizontal.
O valor mnimo definido para o coeficiente de comportamento 1=q e o mximo valor
recomendado, para a componente vertical da aco ssmica, 5,1=q . Contudo, a adopo de
valores superiores possvel segundo a clusula 3.2.2.5 (7) do EN 1998-1: 2004 [1].
Na direco vertical so usadas as mesmas equaes para a definio do espectro de
dimensionamento, apenas substituindo vga por ga e tomando o factor do solo S igual a 1.
Onde, vga obtidomultiplicando ga por 0,9 e por 0,45, respectivamente, para a aco ssmica
prxima e para a aco ssmica afastada [1].
Os restantes parmetros so definidos de forma idntica ao referido anteriormente para a
direco horizontal.
Os valores dos parmetros das aceleraes mximas nominais ga , vga (cm.s-2), do factor do
solo S, e dos perodos dependentes das condies geotcnicas ( BT , CT , DT ) so os definidosnos quadros seguintes, segundo a Pr-Norma Nacional de 2007 [3].
Quadro 3. 2: Aco ssmica prxima (tipo 2).
Zona ga (cm.s-2)
BT (s) CT (s) DT (s)
1 150
2 100
3 78
0,10 0,25 2,00
6
Nos Anexos Nacionais dever constar o valor a ser definido em cada territrio. O valor recomendado 0,2.
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Quadro 3. 3: Aco ssmica afastada (tipo 1).
Zona ga (cm.s-2
) BT (s) CT (s) DT (s)
1 250
2 1803 110
4 70
0,10 0,60 2,00
Os valores recomendados pelo Eurocdigo 8 para a anlise das componentes horizontal e
vertical, para os dois tipos de espectro de resposta elstico e para as diferentes classes de
solos, encontram-se definidos nas tabelas 3.2 e 3.3 do EN 1998-1: 2004 [1].
3.4.7. Deslocamento de dimensionamento do solo
O deslocamento de dimensionamento do solo pode ser estimado a partir da expresso
seguinte caso no sejam efectuados estudos especiais que indiquem o contrrio.
DCgg TTSad = 025,0 (E3. 12)
3.4.8. Representaes alternativas da aco ssmica
Os tipos de representao alternativa da aco ssmica so definidos como acelerogramas
artificiais, registados e simulados.
Os acelerogramas artificiais, como ilustrado na figura 3.4, constituem uma opo preconizada
pelo Eurocdigo 8 e devem ser gerados de modo a igualar a resposta elstica, para um
amortecimento viscoso de 5%.
Figura 3. 4: Acelerograma artificial para a Aco Ssmica do tipo 1, Terreno tipo 1, Zona Ssmica Ado RSA.
Os acelerogramas artificiais devero satisfazer as condies descritas no EN 1998-1: 2004 na
clusula 3.2.3.1.2 bem como todas as hipteses inerentes [1].
O EN 1998-1: 2004 preconiza tambm o recurso a acelerogramas gravados ou simulados,
desde que as amostras utilizadas consigam reproduzir com exactido as condies
sismolgicas e geotcnicas locais, e que os seus valores sejam reduzidos para o valor gSa da
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zona a considerar. Esta representao deve satisfazer igualmente as condies descritas em
EN 1998-1: 2004 na clusula 3.2.3.1.2 (4) [1].
No caso de estruturas com caractersticas especiais, como estruturas que apresentem
diferentes caractersticas dinmicas nas diferentes direces, deve ser utilizado um modeloespacial para definir a aco ssmica [1]. Sendo que estes modelos espaciais devem ser
consistentes com o espectro de resposta elstica utilizado para a definio da aco ssmica.
3.5. Combinao de aces
A aco ssmica deve ser combinada com outras aces de acordo com a seguinte regra:
++
ikiEdjK
QAG,,2,
"""" (E3.13)
Em que,
jKG , Valor caracterstico das cargas permanentes.
EdA Valor de dimensionamento da aco ssmica.
ikQ , Valor caracterstico da aco varivel i.
ikiQ ,,2 Valor quase permanente da aco varivel i. Os valores recomendados dos
coeficientes i,2 esto definidos no Anexo A1 da Norma EN 1990 [13].
Os efeitos da aco ssmica devem ser considerados com massas associadas segundo a
combinao seguinte [1]:
+i
ikiEjK QG )*("" ,,, (E3. 14)
Em que, iE, o coeficiente de combinao associado aco varivel ikQ , .
3.6. Mtodos de anlise
No dimensionamento de edifcios sujeitos aos efeitos da aco ssmica e das outras aces
presentes na combinao ssmica, os mtodos de anlise que se utilizam so:
a. Anlise Esttica Linear
b. Anlise Dinmica Linear
c. Anlise Esttica No Linear
d. Anlise Dinmica No Linear
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O mtodo de referncia para o dimensionamento ssmico de edifcios novos o mtodo linear
dinmico, com recurso ao espectro de dimensionamento e usando um modelo elstico-linear
[10]. Os restantes mtodos podem ser utilizados caso se verifiquem as condies de
aplicabilidade.
3.6.1. Anlise Esttica Linear
A anlise linear atravs de foras estticas pretende simular as foras de inrcia mximas
induzidas pela componente horizontal da aco ssmica, atravs de um conjunto de foras
laterais aplicadas separadamente nas duas direces ortogonais horizontais.
A aplicao deste mtodo pressupe que a resposta dinmica da estrutura comandada pelo
primeiro modo de translaco na direco horizontal, na qual a estrutura est a ser analisada, e
que s possvel proceder a uma simples aproximao desse primeiro modo se a estrutura forregular em altura [13].
Por conseguinte, o EN 1998-1: 2004 [1] estipula que esta anlise s possa ser efectuada para
edifcios novos:
Se o edifcio for regular em altura.
Se o perodo fundamental 1T no ultrapassar 2 segundos e 4 vezes o perodo de
transio cT do respectivo espectro elstico de dimensionamento.
Esta ltima condio garante que o primeiro modo tem um papel determinante na resposta
ssmica da estrutura. Caso no se verifique tm que se considerar os modos mais elevados, o
que implica o recurso a uma anlise modal com espectro de resposta [13].
O EN 1998-1 preconiza que os modos fundamentais, nas direces horizontais de anlise,
podem ser calculados recorrendo a mtodos da dinmica estrutural ou ento ser aproximados
por meio de deslocamentos horizontais, is e js , que aumentem linearmente ao longo da altura
do edifcio.
Os efeitos da aco ssmica devem ser determinados aplicando nos dois modelos planos e em
todos pisos as foras horizontais iF . Essas foras horizontais devem ser distribudas pelo
sistema estrutural resistente lateral assumindo que os pisos so rgidos no seu plano.
=
j
ji
iibi
ms
msFF (E3.15)
Em que,
bF Fora de corte basal que deve ser calculada separadamente para direcohorizontal na qual a estrutura esteja a ser analisada.
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im Massa ao nvel do piso i.
mSF db )( 1= (E3.16)
Em que,
)( 1dS Valor do espectro de dimensionamento quando atingido o valor do perodo
fundamental 1 na direco horizontal considerada.
m Massa total do edifcio.
Factor de correco que funo do nmero de pisos do edifcio e do perodo
fundamental de vibrao. Se 1 2 c e se o edifcio tiver mais que dois pisos
=0,85, caso contrrio =1.
O Eurocdigo 8 estipula que o perodo fundamental, 1 , pode ser determinado atravs do
mtodo de Rayleigh,
=
ii
i
ii
F
m
2
1 2 (E3. 17)
Em que,
i Deslocamento lateral do grau de liberdade i calculado atravs de uma anlise
elstica linear numa estrutura sujeita a um conjunto de foras laterais iF
aplicadas ao nvel dos pisos i.
3.6.2. Anlise Dinmica Linear
Este mtodo deve ser aplicado a todos os edifcios que no satisfaam as condies de
aplicabilidade referidas anteriormente para os mtodos estticos lineares e pode ser aplicado a
todo o tipo de estruturas.
Os modos de vibrao que contribuam significativamente para a resposta global da estrutura
devem ser considerados. Para que essa exigncia seja satisfeita deve ser verificada uma das
seguintes condies:
A soma das massas dos modos de vibrao considerados deve corresponder a pelo
menos 90% da massa total da estrutura.
Todos os modos de vibrao com massas superiores a 5% da massa total da estrutura
devem ser considerados.
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No caso de modelos espaciais, essas condies devem ser verificadas para todas as direces
principais ou em alternativa, o nmero mnimo de modos de vibrao a considerar, quando se
recorre a modelos espaciais, deve satisfazer as seguintes condies:
nk .3 (E3. 18)
sTk 20,0 (E3. 19)
Em que,
k Nmero de modos a considerar.
n Nmero de pisos acima do solo.
kT Perodo de vibrao do modo k.
Combinao de respostas modais
O Eurocdigo 8 define que dois modos (i e j) de vibrao podem se considerados
independentes entre eles, se os seus perodos de vibrao respeitarem a condio:
ij .9,0 (E3. 20)
Nessa situao, o mximo valor do efeito aco ssmica considerada, EE , pode ser definido
como a raiz do somatrio dos quadrados dos efeitos da aco ssmica, EiE , nos diferentes
modos de vibrao i.
=2EiE EE (E3. 21)
Caso, os modos no sejam considerados como independentes, o Eurocdigo 8 preconiza o
recurso Combinao Quadrtica Completa (CQC).
3.6.3. Anlise Esttica No Linear
A anlise esttica no linear, ou Pushover Analysis, constitui o mtodo de referncia para a
avaliao e reforo de estruturas existentes. Consiste numa anlise esttica no linear sujeita a
cargas gravticas constantes, com um acrscimo monotnico de cargas horizontais aplicadas
no centro de massa ao nvel de cada piso. Este mtodo encontra-se incorporado no
Eurocdigo 8, de acordo com a seguinte formulao:
No existem condicionantes relativas aplicabilidade do mtodo derivadas da falta de
regularidade, quer em altura, quer em planta.
Para a anlise de um edifcio no-regular exigido um modelo espacial.
Para edifcios denominados como regulares dois modelos so aplicados, um modelo
uniforme correspondente a um modo de translaco rgida e outro modelo, modal,
correspondente ao modelo de foras de inrcia do primeiro modo da respectivadireco considerada.
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As verificaes so sempre realizadas para a direco mais desfavorvel.
Um dos resultados mais importantes deste tipo de anlises a Curva de Capacidade, que
representa a relao entre o valor do esforo transverso na base da estrutura V, em funo do
deslocamento de topo .Esta curva deve ser determinada por meio de uma anlise esttica no linear para valores do
deslocamento que variam entre 0 e 150% do valor do Deslocamento Objectivo, que define a
exigncia ssmica, em termos de deslocamentos, derivada de um oscilador de um grau de
liberdade (equivalente) a funci