Atividades Complementar

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UNIVERSIDADE PAULISTA
CURSO DE ENGENHARIA CIVIL
ANA 
ATIVIDADES COMPLEMENTARES
SÃO PAULO - SP
2016
	
SUMÁRIO
1.	MEMORIAL DA AMÉRICA LATINA	3
Concreto auto adensável	3
Fotos da Visita	17
Referências Bibliográficas	20
2.	ALVENARIA ESTRUTURAL	21
Fotos da Visita	37
Referências Bibliográficas	40
3.	PONTE ESTAIADA	41
Fotos da Visitas	56
Referências Bibliográficas	58
4.	MASP	59
Resistência do concreto	59
Fotos da Visita	72
Referências Bibliográficas	74
5.	VIADUTO SANTA EFIGÊNIA	75
Fotos da Visita	91
Referências Bibliográficas	93
6.	TRELIÇAS	94
Fotos da Visita	107
Referências Bibliográficas	110
7.	AEROPORTO DE CONGONHAS	111
Fotos da Visita	123
Referências Bibliográficas	126
8.	HOTEL UNIQUE	127
Ruy Ohtake	127
Fotos da Visita	139
Referências Bibliográficas	142
9.	MUBE	143
Fotos da Visita	155
Referências Bibliográficas	157
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MEMORIAL DA AMÉRICA LATINA
 
Concreto auto adensável 
Segundo Okamura (Japão), nos anos 80, devido à reduzida mão-de-obra qualificada e a falta de equipamentos sofisticados para a realização do adensamento mecânico do concreto, em formas complexas ou com alta densidade de armaduras, geralmente necessárias para resistir aos abalos sísmicos locais existentes, problemas de durabilidade começaram a surgir nas estruturas de concreto. Durante vários anos os estudos de durabilidade foram os principais tópicos de pesquisas em vários centros de investigação desse país.
A partir de 1983, na Universidade de Tókio, o Prof. Okamura, com o objetivo de minimizar tal problema, iniciou seus estudos buscando obter um concreto especial capaz de se adensar sem a necessidade de nenhum tipo de vibração mecânica, dando origem a um concreto denominado auto-adensável, onde seu primeiro protótipo foi realizado em 1988. Após uma década de utilização no Japão, o CAA surge na Europa em meados dos anos 90, mais precisamente na Suécia e na Holanda, onde foi empregado em aplicações de concreto “in loco”. Segundo Gomes (2002), este concreto especial teve rápida aceitação no mercado europeu.
A entidade européia EFNARC (European Federation of National Trade Associations Representing Producers and Applicators of Specialist Building Products), foi fundada em março de 1989 e descreve o CAA como o maior desenvolvimento da construção em estruturas de concreto nas últimas décadas.
Entende-se por concreto Auto-Adensável (CAA) o concreto capaz de preencher os espaços vazios das formas e se auto-adensar apenas sofre o efeito da gravidade. O CAA é caracterizado pela grande capacidade de fluxo sem segregação. O concreto para ser considerado como auto-adensável tem que satisfazer determinadas propriedades no estado fresco, tais como: preencher todos os espaços das formas sobre o efeito apenas do seu peso próprio; passar entre os obstáculos sem sofrer bloqueio; e manter a estabilidade, sem sofrer segregação ou exsudação de seus componentes.
A partir do final dos anos 90, verifica-se um crescimento na utilização do CAA em diversos tipos de elementos estruturais, principalmente, em pré-fabricados, reparos e reforços estruturais (OKAMURA e OUCHI, 1999). Isso foi resultado de inúmeras pesquisas e estudos desenvolvidos em diversos centros de vários países, que investigaram sua auto-adensabilidade e as várias vantagens do CAA, dentre elas, podem ser citadas:
redução do custo de aplicação por m³ de concreto;
garantia de excelente acabamento em concreto aparente;
otimização da mão-de-obra;
maior rapidez durante a execução da obra, devido à redução no tempo de concretagem;
melhoria nas condições de segurança na obra;
eliminação do ruído provocado pelo vibrador;
permite bombeamento em grandes distâncias horizontais e verticais;
eliminação da necessidade de espalhamento e de vibração;
possibilidade de trabalho com formas complexas e de pequenas dimensões;
melhoria das condições de trabalho;
permite o uso de grande volume de aditivos minerais provenientes de resíduos industriais, contribuindo para diminuição do impacto ambiental.
redução do custo final da obra em comparação ao sistema de concretagem convencional.
Apesar de existirem aplicações práticas do CAA em obras de concreto armado, bem como a grande quantidade de estudos realizados nesta área, a prática de sua aplicação ainda é bastante restrita. Segundo Okamura e Ouchi (2003), a sua aplicação no Japão corresponde a 0, 15 % do concreto usinado empregado no Japão, e 0, 55 % em pré-fabricados. Embora já existam aplicações do CAA em diversos países, onde se destacam àquelas encontradas no Japão e em países da Europa, sua utilização ainda é muito limitada e ainda bastante direcionada para estudos experimentais. Algumas aplicações práticas do CAA em elementos estruturais são apresentadas na literatura técnica. Como exemplos, podem-se citar:
A construção da ponte Akashi Kaikyo, no Japão, onde foram utilizados 500.000 m³ de CAA, em seus dois blocos de ancoragem, tendo alcançado um rendimento de aplicação de 1900 m³ / dia. O uso do CAA proporcionou uma diminuição no prazo de entrega da obra em aproximadamente três meses.
O túnel construído em Yokohama, no Japão, com três metros de diâmetro e um quilômetro de comprimento, onde foram utilizadas duas camadas de aço protendido, preenchidas com CAA, numa aplicação de 40 m³.
A execução de grandes tanques de gás líquido, em Ozaka, no Japão, onde o tipo de fino utilizado foi o filer-calcário e o agregado graúdo com diâmetro máximo de 20 milímetros. O espalhamento final ficou em torno de 65 centímetros. Com o uso do CAA, houve redução de quatro meses no tempo previsto para execução da obra, e, o número de trabalhadores que era de 150 pode ser reduzido para 50.
O túnel de aproximadamente 6000 metros de extensão, no Chile, com três diferentes diâmetros, variando de 2,5 a 3,0 metros, para uma média de profundidade de 9 metros. A escavação do túnel foi reforçada com placas metálicas. O concreto utilizado na obra tinha resistência à compressão de 30 MPa, relação água e cimento (a/c) < 0,55 e consumo de cimento > 320 Kg/m3 de concreto.
A fundação de um cais para sustentação de um moinho localizado em Milão, na Itália, com dimensões de 14 metros de comprimento por 10 metros de largura por 4 metros de profundidade, totalizando um volume superior a 500 metros cúbicos. As armaduras detalhadas no projeto de estruturas eram bastante densas, com diâmetros de 26 mm (PARIS et al., 2003).
Em três pontes construídas na Suécia. A primeira delas construída no início de 1998. Foi a primeira ponte fora do Japão onde a estrutura inteira foi executada com CAA. Também foi construído um túnel com aproximadamente 150 metros de extensão, durante o período de dezembro de 1999 a junho de 2000.
Uma base de fundação para um grande reservatório de peixes, no jardim zoológico de Rotterdam. As paredes eram bastante reforçadas, com espessuras de 25 e 30 centímetros, e altura de 7 metros, a fim de absorver os esforços provocados por grandes aberturas de vidro para visibilidade dos espectadores (WALRAVEN, 2003).
Pode-se constatar também o crescimento acentuado do uso de CAA em obras de reparos, como por exemplo, de uma ponte no Reino Unido, onde o CAA atingiu aos sete dias uma resistência à compressão média de 60 MPa. Na Suíça, também foi utilizado o CAA na recuperação de uma ponte, onde a resistência à compressão média atingiu 40 MPa aos 28 dias.
O uso do CAA no campo de elementos pré-fabricados vem também ganhando espaço, devido às várias vantagens proporcionadas a esta técnica de confecção de peças de concreto, por exemplo: redução no consumo de energia, aumento da produtividade, melhora do ambiente de trabalho e melhora no acabamento dos pré- fabricados.
No Brasil, existem poucos registros da utilização do CAA em estruturas de concreto. Recentemente, foi utilizado em Goiás, na estrutura de um condomínio composto de três edifícios residenciais de sete pavimentos, totalizando72 apartamentos. Toda a estrutura foi executada com o CAA, com a especificação de fc28 de 20MPa. Hoje, outras obras em Goiânia e no sul do Brasil já utilizam o CAA.
Com relação aos custos, apesar do CAA apresentar um acréscimo no custo dos materiais, que, segundo Juvas (2004) é de 15 a 25 % em relação ao concreto convencional, a redução dos custos no final da estrutura é de 5 a 15 %. Walraven (2003) afirma que há uma redução em torno de 10 % no consumo de energia, devido à eliminação da vibração; redução em torno de 10 % nos custos de manutenção; e redução de doenças causadas aos trabalhadores na obra em torno de 10 %.
O CAA é constituído pelos mesmos materiais utilizados na produção de concretos convencionais: aglomerante (cimento), agregados (areia e brita) e água; com exceção dos aditivos químicos e minerais. A seguir serão apresentadas as principais recomendações dos materiais mais comumente utilizados na produção do CAA.
Em geral não existe um cimento específico para o CAA. No entanto, é utilizado o cimento Portland (CP), tipo bastante produzido e facilmente comercializado. Porém, alguns estudos têm recomendado um cimento com alguns ajustes, levando em consideração a composição da mistura do CAA, como segue:
A absorção do aditivo superplastificante pelas partículas do cimento ocorre preferencialmente nos aluminatos (Aluminato tricálcico - C3A e Ferroaluminato tetracálcico - C4AF). No entanto, a quantidade destes compostos deve ser moderada, para que ocorra uma adsorção mais uniforme. O teor de C3A em massa deve ser inferior a 10 % (EFNARC, 2002).
O cimento portland composto, CP II, por ser o tipo de cimento mais utilizado, ser facilmente encontrado no Brasil, e sua composição se encontrar dentro do especificado pela EFNARC, o mesmo se apresenta como o mais indicado para a utilização em concretos auto-adensáveis. Segundo Mehta e Monteiro (1994), o limite máximo de C3A (Aluminatos tricálcicos), em geral, é de 8 %.
O CAA apresenta geralmente em sua composição uma grande quantidade de
finos, o que gera um alto volume de pasta e reduzido volume de agregado graúdo. No entanto, um grande volume de pasta necessita de uma grande quantidade de cimento, gerando assim alto custo e alto calor de hidratação no concreto. Para contornar tal situação, são utilizados fileres ou pozolanas para substituir parte do cimento. No entanto, cimentos à base de belita (forma impura do C2S, que, quando utilizado em maiores proporções no cimento, torna-o bem menos reativo, liberando assim menor calor de hidratação) vêm sendo utilizados para reduzir a grande geração de calor produzida pela grande quantidade de cimento utilizada no CAA (GOMES, 2002). Segundo Neville (1997), os cimentos mais finos apresentam maior contribuição para o ganho de resistência, devido a uma maior velocidade de hidratação do cimento.
De acordo com os trabalhos técnicos da literatura, é observado um consumo mínimo de cimento de 350 kg/m3 e um máximo de 550 kg/m3 para a obtenção do CAA.
A obtenção das propriedades de auto-adensabilidade do CAA exige misturas com elevado volume de pasta e reduzido volume e dimensão máxima característica do agregado graúdo. Algumas recomendações para os agregados de CAA são apresentadas na literatura, tais como:
O volume de agregado miúdo é fixado em 40 % do volume de argamassa. Já para o agregado graúdo, a sua quantidade utilizada no concreto deve ser 50 % do volume de sólidos.
Os agregados devem satisfazer às exigências da EN 12620. Geralmente são utilizados agregados graúdos com dimensão máxima entre 16 mm e 20 mm. Para o agregado miúdo, todas as areias podem ser utilizadas, contanto que isenta de agentes nocivos e impurezas. É importante salientar a necessidade de se fazer um controle de umidade dos agregados para a obtenção de uma CAA com composição uniforme (EFNARC, 2002).
Os aditivos minerais, também conhecidos como adições minerais, são materiais finamente moídos, que são incorporados ao concreto com a finalidade de se obter características específicas. Estes são geralmente utilizados em grandes quantidades, com a finalidade de reduzir os custos, melhorar a trabalhabilidade do concreto no estado fresco, podendo até melhorar a sua resistência à fissuração térmica, à expansão álcali-agregado e ao ataque por sulfatos (MEHTA e MONTEIRO, 1994).
O uso de resíduos industriais como materiais finos, em pastas, argamassas e concretos, geralmente proporcionam uma melhora das suas propriedades nos estados fresco e endurecido (GOMES, 2002). Atualmente, motivados por tais resultados, o uso de resíduos provenientes de indústrias têm sido também indicador para seu uso no concreto.
As adições podem ser classificadas como predominantemente inertes (A.P.I.) ou predominantemente reativas (A.P.R.), de acordo com a sua ação no concreto. As APR contribuem para a formação dos hidratos, como: pozolanas, cinza volante, cinza da casca de arroz, cinzas da caldeira da queima do bagaço da cana de açúcar, sílica ativa e metacaulin. Já as A.P.I. provocam uma ação física, proporcionando uma estrutura com maior compacidade. Alguns exemplos são os fíleres de calcário, quartzo, e o resíduo de serragem de mármore e granito (RSMG). Segundo a EFNARC (2002), os dois tipos de adições podem ser utilizados na produção do CAA.
Segundo Mehta e Malhotra (1996), os principais benefícios alcançados com a utilização de adições minerais são: ambiental, quando a adição é um resíduo industrial, pois evita que o material seja lançado ao ambiente sem nenhuma finalidade benéfica; econômico, devido à substituição parcial do cimento, o que reduz o consumo de cimento, e conseqüentemente, o custo do metro cúbico do concreto; e tecnológico, pela melhora das propriedades do concreto nos estado fresco e endurecido. Nas propriedades frescas, com relação à fluidez, quantidade de água e ausência de segregação ou exsudação. E nas propriedades do concreto no estado endurecido, pela melhora nas propriedades mecânicas, tais como: resistência, permeabilidade e durabilidade, provocada pelo aumento da quantidade de finos e do refinamento dos poros.
A caracterização e seleção dos materiais utilizados no CAA, com uma grande quantidade de finos para preenchimento dos vazios existentes, é uma grande contribuição para a fluidez do material.
Com a necessidade do alto teor de finos para a produção do CAA, o uso de adições minerais é importante, tendo em vista os seguintes fatores:
Contribui para a diminuição da dosagem do cimento;
Reduz o calor de hidratação e evita a presença de fissuras internas no concreto;
Melhora o comportamento da microestrutura do concreto, preenchendo assim os poros de menor escala e aumentando a viscosidade, o que reduz a fricção entre os agregados, e consequentemente, aumenta a resistência à segregação ou exsudação.
Das propriedades relacionadas a dimensões dos grãos dos finos, uma que se destaca é a superfície específica. Segundo Nunes (2001), quanto maior a superfície específica dos finos, maior a viscosidade da mistura. No CAA, a dimensão das partículas das adições minerais utilizadas tem tido uma influência importante no alcance de suas propriedades. Khayat et al. (1999) afirma em seus estudos que finos com diâmetros médios da ordem de 80 m acarretam numa melhor viscosidade e coesão da mistura de CAA. Para Esping (2003), uma alta superfície específica, elevada quantidade de fíleres e agregados de pequena granulometria, são parâmetros essenciais para uma maior trabalhabilidade e um maior controle das propriedades do CAA.
Tragardh (1999) verifica em seu trabalho que um fator importante que apresenta uma grande influência na microestrutura do CAA é a grande quantidade de finos com diâmetros médios < 125 m. Westerholm (2003) em seu trabalho constata que os resultados obtidos para as propriedades do CAA no estado fresco para finos são da ordem de 0 µm - 75 µm e 75 µm - 125 µm são bastante similares. Algumas misturas de CAA têm sido obtidas com um alto volume de materiais finos, da ordem de 150µm, geralmente provenientes de resíduos industriais, como escória de alto forno, pozolana natural, cinzas volantes e sílica ativa ou fíler de rochas como calcário e de mármore e granito.
Entretanto, a dimensão adequada dos grãos dos finos para a produção do CAA varia de um autor para outro. Essa definição deve ser analisada com bastante cuidado, já que afeta diretamente a relação a/f, ou seja, água com relação aos finos (cimento + adições), que é um parâmetro muito utilizado na dosagem do CAA. Nenhum autor indica diferenças entre as distintas frações desses finos, mas recomendam que a relação a/f se encontre entre 0,9 e 1,1 (EFNARC, 2002).
A adição mineral utilizada neste trabalho para a produção do CAA é o resíduo de serragem de mármore e granito.
A indústria de mineração e beneficiamento de granitos é uma das áreas promissoras de negócios do setor mineral, apresentando um crescimento médio na produção mundial estimado em 6 % a.a., nos últimos dez anos, e com uma comercialização de materiais brutos e produtos acabados e semi-acabados que movimenta em torno de US$ 6 bilhões/ano, no mercado internacional. O Brasil possui grandes reservas de mármores e granitos com os mais variados aspectos estéticos. Dentre os estados produtores, destacam-se o Espírito Santo, Minas Gerais, São Paulo, Mato Grosso do Sul, Rio de Janeiro, Bahia, Ceará e Paraíba.
As indústrias beneficiadoras de mármores e granitos têm como principal atividade sua serragem e polimento para produção de rochas ornamentais, que são utilizadas na indústria da construção civil. O sistema de desdobramento de blocos de rochas para produção de chapas gera uma quantidade significativa de resíduos na forma de lama. Tal material é proveniente da polpa utilizada nos teares, cujos objetivos são: lubrificar e resfriar as lâminas, bem como evitar sua oxidação de modo a impedir o aparecimento de manchas nas chapas. Essa polpa é geralmente, constituída de água, granalha e cal moída. Costuma-se utilizar outros materiais tais como: calcário moído, escória de alto-forno, etc., em substituição à cal (SILVA, 1998 apud NEVES, 2002).
Nos últimos quinze anos, essas indústrias vêm sendo citadas pelos ambientalistas como fontes de contaminação e / ou poluição do meio ambiente, devido à enorme quantidade de resíduos gerados e freqüentemente lançados diretamente nos ecossistemas, sem um processo de tratamento para eliminar ou reduzir os constituintes presentes (NEVES, 2002).
A eliminação dos resíduos industriais gerados por empresas mineradoras é um dos grandes desafios deste século. Em vários países vêm sendo desenvolvidas pesquisas sobre reciclagem de resíduos.
A composição da pasta é definida pela quantidade de cimento e das relações a/c, sp/c, e f/c. Como já foi exposto anteriormente, para um concreto de alta resistência, é fixado, a principio, a relação a/f = 0,4 (limite superior). Em função disso, os parâmetros a serem determinados são as relações sp/c e f/c.
A dosagem de superplastificante nas pastas é determinada através de ensaios do cone de Marsh, com abertura de saída de 8 mm de diâmetro, e de acordo com as recomendações da EN 445 (Norma Européia – Grautes para bainhas de protendidos. Métodos de Ensaio, 1996). Tal procedimento consiste em introduzir 1 litro de pasta no cone e medir o tempo (T) decorrido, para 500 ml de pasta fluir completamente pela abertura inferior do cone.
Este tempo de fluxo se apresenta como um parâmetro inverso da fluidez da pasta. Variando a relação sp/c, se obtém uma curva log T versos sp/c. A quantidade de cimento, água e fíler foram fixadas anteriormente. A variável é a quantidade sólida de superplastificante. O gráfico log T versos sp/c é utilizado para a definição do ponto de saturação do superplastificante, que constitui a porcentagem ótima de aditivo para a pasta utilizada. O ponto de saturação significa a relação sp/c para a qual um incremento da dosagem de superplastificante não provoca nenhuma melhora significante na fluidez da pasta, sendo determinada como sendo a relação de sp/c, correspondente a um ângulo interno de 140 º ± 10 º na curva log T versos sp/c.. Mas, a dosagem de superplastificante correspondente ao ponto de saturação depende da relação f/c da pasta, das quais devem ser realizados ensaios para distintos valores da relação citada, de forma que podem ser adotados valores de 0,1 a 0,5 para f/c.
A verificação da habilidade de espalhamento da pasta e determinação do percentual de RSMG é realizada pelo ensaio do mini-slump, como mostra a Figura 14, medindo-se o tempo que a pasta leva para atingir um diâmetro de 11,5 cm, denominado T115, e o diâmetro de espaçamento final da mesma pela média aritmética de duas medidas perpendiculares. Tal equipamento foi proposto por Kantro (1980), que consiste de um molde em forma de tronco de cone. O ensaio é realizado com diferentes relações f/c, cada uma com sua dosagem de superplastificante, correspondente ao ponto de saturação.
A relação f/c ótima da pasta é aquela que apresenta um diâmetro de extensão final no mini-slump de 18 ± 1 cm, e um tempo T115 no intervalo de 2 a 3,5 s. Os ensaios da pasta com o cone de Marsh e o mini-slump permitem obter as respectivas relações de sp/c e f/c, que geram misturas de concreto com fluidez máxima, sem segregação e com alto nível de coesão interna, coesão essa, que não prejudique significativamente a fluidez do material.
A produção e aplicação do CAA requerem cuidados e adaptações durante a caracterização e seleção dos materiais, bem como durante todo o processo de produção do mesmo. Por se tratar de um concreto especial de nova geração, seu uso requer uma adaptação por parte da central fornecedora de concreto ou canteiro de obras, assim como um treinamento especializado dos funcionários envolvidos no processo. Os principais cuidados a serem tomados na produção e aplicação do CAA são:
Controle rigoroso na seleção e caracterização dos materiais empregados, principalmente no que diz respeito à umidade e granulometria dos agregados. Tviksta (2000) cita que a umidade deve ser determinada com uma precisão de 0,5 % para permitir a adequada correção no volume de água.
Apresentar um procedimento de mistura do CAA, tais como: tempo necessário de mistura e equipamentos utilizados. Segundo Jaramillo et al. (2003), o tempo de mistura do CAA é maior em comparação ao concreto convencional, para permitir o efeito provocado pela presença dos aditivos. Emborg (2000) afirma que o tempo de mistura do CAA deve ser de 1,5 a 3 vezes maior do que para concretos convencionais.
Utilizar formas duráveis e resistentes, capazes de suportar as pressões hidrostáticas atuantes, decorrentes da alta fluidez e taxa de preenchimento.
Somente iniciar a concretagem com o CAA após a realização dos ensaios capazes de avaliar a garantir sua auto-adensabilidade EMBORG (2000).
Para grandes concretagens, Tviksta (2000) indica a possibilidade de se fazer um planejamento prévio para o lançamento do CAA, fazendo assim com que a distância de espalhamento seja limitada em até 6 a 8 m. É importante salientar a importância da concretagem ocorrer de forma contínua, a fim de evitar o aumento excessivo da coesão da mistura e a perda de fluidez.
Em se tratando de elementos pré-fabricados de concreto armado, Juvas (2004) afirma que alguns cuidados especiais devem ser tomados, tais como: controle de qualidade dos materiais; evitar agitação do concreto durante o transporte, para evitar exsudação e segregação, bem como atrasos na aplicação, para que o concreto não perca as suas propriedades iniciais de fluidez. As formas devem estar limpas e lisas, com o desmoldante aplicado antes da concretagem, assim como é feito para concretos convencionais. O CAA não deve ser aplicado com excessiva rapidez, a fim de se evitar o aprisionamento de ar. Finalmente, a cura deve ser realizada adequadamente.
Como citado anteriormente, o CAA é um material bastante sensível às alterações dos materiais e processos de produção. Isto faz com que sejamnecessários atentar para os cuidados especiais na sua produção, de forma a se obter as propriedades desejadas.
Como já citado anteriormente, as principais propriedades do CAA no estado fresco são: a capacidade de preencher o interior das formas, a capacidade de passagem entre os obstáculos, sem sofrer nenhum tipo de bloqueio provocado pelo agregado graúdo, bem como a sua resistência à segregação ou exsudação. Tais características diferenciam o CAA de um concreto fluido, que se caracterizam apenas pela sua grande fluidez. A habilidade do CAA em preencher formas ou fluir entre os obstáculos é comandada pela alta fluidez e alta coesão da mistura. Já a capacidade de fluir bem entre os obstáculos é comandada pela moderada viscosidade da pasta e da argamassa e pelas propriedades dos agregados, principalmente, o diâmetro máximo dos agregados. A fim de manter a estabilidade ou resistência à segregação da mistura de CAA, alguns cuidados devem ser tomados no sentido de se manter a consolidação e a uniformidade da mistura. Portanto, os principais mecanismos que comandam essas propriedades são a viscosidade e a coesão da mistura.
Diferentes métodos de ensaios foram desenvolvidos ao longo dos anos, com o objetivo de caracterizar as propriedades do CAA no estado fresco. Estas propriedades têm sido caracterizadas usando técnicas recentemente desenvolvidas e estão ainda em fase de evolução. Alguns dos métodos de ensaios mais utilizados para a caracterização de tais propriedades são: ensaio de espalhamento do cone de Abrams (Slump Flow Test), Funil V (V-Funnel), Caixa L (L-Box), Tubo em U e o Ensaio de auto-adensabilidade para o concreto. Para o estabelecimento de parâmetros de capacidade de preenchimento são utilizados os ensaios de espalhamento no cone de Abrams e Funil V, para os parâmetros de capacidade de passagem entre as armaduras é utilizada a Caixa L, e finalmente para a verificação quanto à presença de segregação é utilizado o ensaio do Tubo em U. Estes métodos serão apresentados nos próximos tópicos deste capítulo (EFNARC, 2002).
Como já citado anteriormente, os benefícios do CAA devem ser atribuídos principalmente às suas propriedades no estado fresco, mas também as propriedades do concreto no estado endurecido devem ser analisadas de forma criteriosa. Somente desta forma o CAA pode ser utilizado de forma segura nos elementos estruturais.
Independente do fato de que o CAA contenha os mesmos componentes dos concretos convencionais, além de aditivos minerais e químicos, existem diferenças notáveis no comportamento desses concretos, principalmente nas propriedades do estado fresco. Porém, é necessário verificar os efeitos que estas modificações provocam nas propriedades do concreto no estado endurecido.
Um aspecto que justifica a importância do estudo das propriedades do CAA no estado endurecido está associado à composição da mistura do CAA, que é bastante diferenciada dos concretos convencionais (KLUG et. al., 2003).
As principais razões para as possíveis diferenças entre as propriedades do CAA no estado endurecido e concretos convencionais são (KLUG et al., 2003):
Modificações na composição da mistura - A maior quantidade de finos e a menor granulometria dos agregados causam alterações na composição do esqueleto granular. Isto pode influenciar nos valores de fc, ft e Ec.
Modificações na microestrutura do concreto - Uma maior quantidade de finos no
concreto (cimento e fíleres) acarreta numa menor quantidade de vazios, e conseqüentemente uma maior densidade com menor porosidade. O concreto se torna mais estável, acarretando numa maior fluidez e menor porosidade na zona de transição dos agregados – pasta de cimento.
Modificações no procedimento de moldagem – Para a verificação das propriedades do CAA no estado endurecido, são moldados c.p., geralmente cilíndricos, a fim de verificar se tais propriedades estão de acordo com as especificadas no projeto estrutural. Este processo de moldagem inclui: a forma de colocação e adensamento, além da cura do concreto. Dentre esses, a forma de colocação e adensamento são os que diferenciam dos concretos convencionais. Para concretos convencionais, a moldagem de c.p. cilíndricos se baseia na norma NBR 5738/03. Essa especifica para cada tamanho de c.p. um nº de camadas necessário para o preenchimento do molde, que depende do tipo de adensamento (adensamento manual ou mecânico), por exemplo: para c.p. de 10 cm x 20 cm é considerada uma camada, se o concreto for moldado através do vibrador mecânico e duas camadas se o adensamento for manual. Já para o CAA, ainda não existe uma normalização no que diz respeito ao procedimento de moldagem em c.p., considerando assim o preenchimento do molde de uma só vez; independente do tamanho, por levar em consideração que tal concreto não necessita de adensamento manual ou mecânico. É importante considerar que um concreto mal adensado proporciona o aparecimento de bicheiras e uma quantidade excessiva de vazios, falseando o resultado alcançado pelo rompimento dos c.p. Nenhum estudo foi feito para verificar se tal forma de colocação do CAA nos moldes está ou não influenciando no resultado final de rompimento do c.p., ou seja, na determinação de suas propriedades mecânicas.
A transferência de cargas é transferida para a matriz de cimento ou para a zona de transição agregados-pasta de cimento, que se apresenta geralmente em maiores proporções quando comparados aos concretos convencionais. Isto acarreta num aumento da resistência à tração do concreto (ft), quando comparada aos concretos convencionais.
Atualmente já existe uma larga experiência adquirida ao longo dos anos com relação às propriedades mecânicas do concreto convencional. Em contrapartida, estudos de propriedades mecânicas do CAA ainda se apresentam com resultados bastante restritos, bem como uma verificação do procedimento de moldagem de c.p., que foi praticamente modificado. (KLUG et al., 2003).
Algumas propriedades importantes do concreto convencional no estado endurecido são bastante analisadas, tais como: resistência à compressão e à tração e o módulo de deformação longitudinal, que são propriedades mais facilmente determinadas e utilizadas como referência de qualidade do concreto. Tais propriedades serão abordadas com mais detalhes nos próximos tópicos.
A resistência é a medida de tensão exigida para romper o material. No projeto de estruturas de concreto armado, considera-se o concreto como o material mais adequado para resistir aos esforços de compressão, e é por isso que a resistência à compressão do material é sempre especificada. Sendo a resistência do concreto função do processo de hidratação do cimento, o qual é relativamente lento, tradicionalmente as especificações e ensaios de resistência do concreto são baseados em c.p. curados em condições específicas de temperatura e umidade, na idade de 28 dias (MEHTA e MONTEIRO, 1994).
De acordo com os principais códigos nacionais e internacionais de concreto, a resistência à compressão é a propriedade mecânica mais analisada no controle tecnológico do concreto, devido à sua facilidade de obtenção, a partir de ensaios simples	de	curta	duração.	Alguns	parâmetros	influenciam	na	resistência	à compressão do concreto, como por exemplo: a composição da mistura, as relações a/c ou a/f; os aditivos utilizados; o tipo de cimento; dentre outros (KLUG et al., 2003). A idade tradicionalmente considerada é aos 28 dias, porém, ensaios para as idades de três e sete dias, muitas vezes se fazem necessários devido às exigências construtivas, como por exemplo: em projetos de estruturas pré-moldadas ou protendidas, onde freqüentemente existe a necessidade da determinação da resistência à compressão do concreto em idades inferiores a 28 dias. Em estruturas, onde o carregamento total só atua quando o concreto tem idade superior a 28 dias, visando tirar vantagem do ganho de resistência após esta idade, pode-se adotar o critério de aceitação da resistência na idade de 90 dias (GOMES, 1995). Portanto,o conhecimento da evolução das propriedades do concreto é de fundamental importância para se prever seus valores nas idades solicitadas. Para os concretos convencionais, algumas equações empíricas são propostas na literatura técnica e normas em vigência, para a determinação da evolução da resistência à compressão (fc), quando não é possível realizar ensaios em várias idades.
O tamanho e a forma dos c.p. normalizados para ensaio de resistência à compressão do concreto variam de país para país. Na Noruega, a resistência à compressão é medida em cubos de 10 cm e cilindros de 10 cm x 30 cm ou 10 cm x 20 cm. Na França usam-se c.p. cilíndricos de 16 cm x 32 cm. No Canadá, os c.p. são cilíndricos de 10 cm x 20 cm e 15 cm x 30 cm. Nos E.U.A., são adotados cilindros de 15 cm x 30 cm, sendo também comum o uso dos de 10 cm x 20 cm. Na Alemanha, os cubos de 15 cm e de 20 cm são usados. No Brasil, os mais usuais são os c.p. cilíndricos de 15 cm x 30 cm, embora os c.p. de 10 cm x 20 cm comecem a ser utilizados. (BAALBAKI, 1993 e SLATE et al., 1986, apud GOMES, 1995).
Uma questão importante é a relação de fc, em c.p. cilíndricos de 15 cm x 30 cm e de 10 cm x 20 cm, já que a geometria do molde influencia nas resistências encontradas. (LESSARD et al, 1992, apud GOMES, 1995).
Segundo Lessard et al. (1992) apud Gomes (2002), a relação entre a resistência à compressão dos c.p. 15 cm x 30 cm e de 10 cm x 20 cm, para concretos convencionais, é de 97 %. Já Malhotra (1976) encontra relações variando de 84 % até 132 %, em concretos com resistência de 8,0 até 46 MPa. Um dos fatores importantes que justifica tal variação está associado à área de contato que recebe o carregamento. A Equação abaixo ilustra tais relações. Tal relação não é encontrada na literatura técnica, para CAA.
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fc ,cyl�(15cm / 30cm)� 0.84...1.32�
�
fc ,cyl (10cm / 20cm)
De acordo com Klug et al. (2003):
Não existe ainda uma comparação exata entre as propriedades mecânicas do concreto convencional com o CAA.
O CAA apresenta maiores resistências que o concreto convencional, para um mesmo consumo de cimento e relação água/cimento (a/c).
A evolução das resistências à compressão do concreto convencional comparada ao CAA com as idades é bastante similar.
A geometria do molde de ensaio influencia na resistência à compressão do concreto.
Os resultados encontrados para a resistência à compressão são significativamente maiores no concreto autoádensável, quando comparadas ao concreto convencional.
Conclui-se que sua característica é de fluir com facilidade dentro das formas, passando pelas armaduras e preenchendo os espaços sob o efeito de seu próprio peso, sem o uso de equipamento de vibração. Para lajes e calçadas, por exemplo, ele se auto nivela, eliminando a utilização de vibradores e diminuindo o número de funcionários envolvidos na concretagem.
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
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OKAMURA, H. Self-Compacting High-Performance Concrete. International Concrete, v. 19, n. 7, 1997, p. 50-54.
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ALVENARIA ESTRUTURAL
A alvenaria é um sistema construtivo que utiliza peças industrializadas de dimensões e peso que as fazem manuseáveis, ligadas por argamassa, tornando o conjunto monolítico.Estas peças industrializadas podem ser moldadas em: Cerâmica, Concreto, Sílico-calcáreo.
A alvenaria estrutural é um sistema construtivo tradicional, utilizado à milhões de anos. Inicialmente eram utilizados blocos de rocha como elementos de alvenaria, mas a partir do ano 4.000 a.C. a argila passou a ser trabalhada possibilitando a produção de tijolos.
O sistema construtivo desenvolveu-se inicialmente através do simples empilhamento de unidades, tijolos ou blocos. Os vãos eram executados com peças auxiliares, como vigas de madeira ou pedra.
Ao passar do tempo, foi descoberta uma alternativa para a execução dos vãos: os arcos. Estes seriam obtidos através do arranjo entre as unidades. Assim foram executadas pontes e outras obras de grande beleza, obtendo maior qualidade à alvenaria estrutural. Um exemplo disso é a parte superior da igreja de Notre Dame, em Paris.
Ao longo dos séculos obras importantes foram executadas em alvenaria estrutural, entre elas o Parthenon, na Grécia, construído entre 480 a.C. e 323 a.C. e a Muralha da China, construída no período de 1368 a 1644.
Até o final do século XIX a alvenaria predominou como material estrutural, porém devido à falta de estudos e de pesquisas na área, não se tinha conhecimento de técnicas de racionalização. As teorias de cálculos eram feitos de forma empírica, com isso não se tinha plena garantia da segurança da estrutura, forçando um super-dimensionamento das mesmas. Em 1950 surgiram códigos de obras e normas com procedimentos de cálculo na Europa e América do Norte, acarretando em um crescimento marcante da alvenaria estrutural em todo mundo.
No Brasil em 1966 foram construídos os primeiros prédios em alvenaria estrutural, com 4 pavimentos em alvenaria armada de blocos de concreto, no Conjunto Habitacional “Central Parque da Lapa”. É estimado que no Brasil, entre 1964 e 1966, tenham sido executados mais de dois milhões de unidades habitacionais em alvenaria estrutural.
A alvenaria estrutural atingiu o auge no Brasil na década de 80, disseminada com a construção dos conjuntos habitacionais, onde ficou tida como um sistema para baixa renda. Devido ao seu grande potencial de redução de custos diversas construtoras e produtoras de blocos investiram nessa tecnologia para torná-la mais vantajosa.
A inexperiência por parte dos profissionais dificultou sua aplicação com vantagens e causou várias patologias nesse tipo de edificação, fazendo com que o processo da alvenaria estrutural desacelerasse novamente.
Apesar disso, as vantagens econômicas proporcionadas pela alvenaria estrutural em relação ao sistema construtivo convencional incentivaram algumas construtoras a continuarem no sistema e buscarem soluções para os problemas patológicos observados.
Atualmente, no Brasil, com a abertura de novas fábricas de materiais assim como o desenvolvimento de pesquisas com a parceria de empresas do ramo (cerâmicas, concreteiras, etc.) fazem com que a cada dia mais construtores utilizem e se interessem pelo sistema.
Neste tipo de estrutura, a alvenaria tem a finalidade de resistir ao carregamento da edificação, tendo as paredes função resistente. A remoção de qualquer parede fica sujeita a análise e execução de reforços.
Atente-se a dupla função das paredes: resistência e vedação.
As lajes da edificação normalmente são em concreto armado ou protendido, podendo ser moldadas no local ou pré fabricadas.
Para se ter um bom projeto a Alvenaria Estrutural não pode ser vista meramente como um conjunto de paredes superpostas, resistindo o seu peso próprio e outras cargas adicionais. Deve ser compreendida como um processo construtivo racionalizado, projetado, calculado e construídoem conformidade com as normas pertinentes, visando funcionalidade com segurança e economia.
No processo criativo de uma edificação em alvenaria estrutural é fundamental a perfeita integração entre Arquiteto e Engenheiro Estruturista, objetivando a obtenção de uma estrutura economicamente competente para suportar todos os esforços previstos sem prejuízo das demais funções: compartimentação, vedação, isolamento termo-acústico, instalações hidráulicas, elétricas, telefônicas e ter função estética.
A concepção estrutural pode ser facilitada se alguns aspectos forem observados: forma; distribuição das paredes resistentes; lajes.
Um projeto arquitetônico em alvenaria portante será mais econômico na medida em que for mais repetitivo e tiver paredes coincidentes nos diversos pavimentos, dispensando elementos auxiliares ou estrutura de transição.
A capacidade portante (tensão admissível) da alvenaria deve estar bem definida. Esta determinação pode ser feita em laboratório ou apenas estimada sempre baseada em ensaios já elaborados e de acordo com o material utilizado.
Para se obter uma boa alvenaria, é necessário controlar não apenas o tijolo ou bloco, mas também a argamassa utilizada.
A execução da alvenaria portante também deve ser controlada pois a espessura das juntas, o prumo das paredes e sua altura também modificam a sua capacidade resistente.
As maiores vantagens da alvenaria estrutural em relação aos processos tradicionais são: Economia no uso de madeira para formas; Redução no uso de concreto e ferragens; Redução na mão-de-obra em carpintaria e ferraria; Facilidade de treinar mão-de-obra qualificada; Projetos são mais fáceis de detalhar; Maior rapidez e facilidade de construção; Menor número de equipes ou sub-contratados de trabalho; Ótima resistência ao fogo; Ótimas características de isolamento termo-acústico; Flexibilidade arquitetônica pelas pequenas dimensões do bloco; 
As maiores desvantagens da alvenaria estrutural são: As paredes portantes não podem ser removidas sem substituição por outro elemento de equivalente função; Impossibilidade de efetuar modificações na disposição arquitetônica original; O projeto arquitetônico fica mais restrito; Vãos livres são limitados; Juntas de controle e dilatação a cada 15m.
Este tipo de estrutura pode ser dividido em 2 (dois) tipos: Alvenaria Estrutural Não Armada e a Alvenaria Estrutural Armada.
A Alvenaria Estrutural Não Armada vem sendo tradicionalmente utilizado em edificações de pequeno porte, como residências e prédios de até 8 (oito) pavimentos.
Existem normas tanto para o cálculo estrutural (NBR 10837 – “Cálculo de alvenaria estrutural de blocos vazados de concreto”) como para a execução (NBR 8798 – “Execução e controle de obras em alvenaria estrutural de blocos vazados de concreto”).
O tamanho do bloco a ser utilizado é definido na fase de projeto pois é necessária a paginação de cada uma das paredes da edificação.
Na alvenaria estrutural não armada à análise estrutural não deve acusar esforços de tração.
Já a Alvenaria Estrutural Armada pode ser adotada em edificações com até mais de 20 pavimentos. São normalmente executados com blocos vazados de concreto ou cerâmicos, sendo a execução e o projeto regidos pelas mesmas normas citadas anteriormente.
O tamanho do bloco a ser utilizado, assim como na alvenaria não armada, é definido na fase de projeto pois também é necessária a paginação de cada uma das paredes da edificação.
Tem-se uma estrutura mista, sempre que forem adotados materiais estruturais diferenciados. Podemos misturar alvenaria com concreto armado, aço e concreto, madeira e alvenaria, aço e alvenaria, etc.
Na realização de alterações no projeto, qualquer elemento a ser removido deve ser analisado e se houver necessidade, substituído ou reforçado. A remoção de um elemento estrutural pode por em risco o equilíbrio do conjunto.
É muito comum a ocorrência de estruturas mistas em edifícios com três a cinco pavimentos, que tenham a necessidade do primeiro pavimento com uso diferenciado. Tem pilares das fundações ao piso do segundo pavimento, que é totalmente estruturado, e os demais pavimentos são apoiados em alvenarias portantes.
Apesar deste modelo ser amplamente adotado em edificações de pequeno porte, e de ser mais econômico do que o modelo totalmente estruturado, tem limitações grandes, e devem ser adotados cuidados especiais não só durante o projeto, mas também durante a sua execução.
A definição da capacidade resistente das alvenarias e a análise bem detalhada do projeto arquitetônico, para que as cargas sejam definidas da forma mais precisa possível, é de suma importância para o bom desempenho deste tipo de estrutura.
Os tijolos ou blocos que compõem a alvenaria podem ser constituídos de diferentes materiais, sendo os mais utilizados os cerâmicos ou de concreto.
Qualquer que seja o material utilizado as propriedades desejáveis são: ter resistência à compressão adequada; ter capacidade de aderir à argamassa tornando homogênea a parede; possuir durabilidade frente aos agentes agressivos (umidade, variação de temperatura e ataque por agentes químicos); possuir dimensões uniformes; e resistir ao fogo.
Os tijolos maciços cerâmicos são blocos de barro comum, moldados com arestas vivas e retilíneas, obtidos pela queima da argila, que se dá em temperaturas em torno de 1000ºC.
Devem possuir a forma de um paralepípedo retângulo sendo suas dimensões nominais recomendadas pela NBR 8041 “Tijolo Maciço Cerâmico para Alvenaria – Forma e Dimensões”.
Devem possuir todas as faces planas, podendo apresentar rebaixos de fabricação em uma das faces de maior área.
É comum os tijolos apresentarem expansão devido à incorporação de umidade do ambiente. Em consequência é recomendado que se evite a utilização de blocos ou tijolos cerâmicos com menos de duas ou três semanas após saírem do forno.
Os tijolos podem ser comuns ou especiais.Os tijolos comuns são classificados em A, B ou C de acordo com as suas propriedades mecânicas prescritas pela NBR 7170 “Tijolo maciço cerâmico para alvenaria”.
Sua resistência à compressão deve ser testada segundo encaminhamento prescrito pela NBR 6460 “Tijolo maciço cerâmico para alvenaria – Verificação da resistência à compressão”:
Os tijolos e blocos cerâmicos possuem coeficiente de dilatação térmica pequeno, sendo adotado um valor médio de 6x10-6 /ºC.
Juntas de dilatação devem ser espaçadas de 12 à 15m, para evitar uma possível fissuração da alvenaria devido à expansão dos tijolos por incorporação de umidade, ou variação de temperatura.
Os tijolos maciços especiais podem ser fabricados em formato e especificações acordadas entre as partes mas nos quesitos não especificados devem prevalecer as condições da NBR 7170 e NBR 8041.
Os blocos cerâmicos são blocos vazados moldados com arestas vivas retilíneas, sendo os furos cilíndricos ou prismáticos. São produzidos a partir da queima da cerâmica vermelha. A sua conformação é obtida através da extrusão. Durante este processo toda a umidade é expulsa e a matéria orgânica é queimada, ocorrendo a vitrificação com a fusão dos grãos de sílica.
Os blocos de vedação são blocos usados na construção das paredes de vedação. No assentamento dos blocos cerâmicos de vedação os furos são geralmente dispostos horizontalmente, o que ocasiona a diminuição da resistência dos painéis de alvenaria.
Os blocos portantes são blocos usados na construção de paredes portantes. Devem ter furos dispostos na direção vertical.
Esta afirmativa se deve à diferença no mecanismo de ruptura de ambos, que no caso dos furos verticais formam indícios da situação de colapso, enquanto que no caso de furos horizontais o colapso é brusco e frágil, não sendo adequado seu uso como material estrutural.
O processo de vitrificação nas faces do bloco compromete a aderência com a argamassa de assentamento ou revestimento. Por esta razão, as faces dos blocos são constituídas de ranhuras e saliências.Suas dimensões nominaissão recomendadas pela NBR 8042 “Bloco Cerâmico Vazado para Alvenaria – Formas e Dimensões”.
A resistência à compressão mínima dos blocos na área bruta deve atender aos valores indicados na NBR 7171 “Bloco Cerâmico para Alvenaria” que classifica os blocos em tipo A, B, C, D e F:
O ensaio de resistência à compressão destes blocos deve seguir método prescrito e especificado na NBR 6461 “Bloco Cerâmico para Alvenaria – Verificação da Resistência à Compressão”.
A inspeção dos lotes deve ser feita no local pelas partes e segue indicação da NBR 7171. Devem ser consideradas as suas dimensões, desvio em relação ao esquadro e planeza das faces.
Os blocos cerâmicos especiais podem ser fabricados em formato e especificações acordadas entre as partes mas nos quesitos não especificados devem prevalecer as condições da NBR 7171.
Os blocos de concreto são classificados pela NBR 6136 “Blocos Vazados de Concreto Simples para Alvenaria Estrutural” em classe A e B.
O bloco de classe A aplica-se à alvenarias externas sem revestimento devendo o bloco possuir resistência característica à compressão maior do que 6 MPa, além de sua capacidade de vedação.
O bloco de classe B aplica-se à alvenarias internas ou externas com revestimento devendo possuir resistência característica à compressão de no mínimo 4,5 Mpa.
A determinação das propriedades mecânicas de um bloco de concreto segue prescrições da NBR 7184 “Blocos vazados de concreto simples para alvenaria – Determinação da resistência à compressão”.
As maiores empresas fabricam blocos que apresentam uma média de resistência à compressão de 12 à 15 MPa podendo atingir até 20 MPa.
A argamassa de assentamento é o elemento de ligação entre as unidades de alvenaria, normalmente constituída de cimento, areia e cal. Cabe salientar que não é correto utilizar os procedimentos de produção de concreto para produzir argamassas de boa qualidade, pois no concreto o objetivo final é obter maior resistência à compressão, enquanto na argamassa os objetivos são os seguintes: Solidarizar as unidades transferindo as tensões de maneira uniforme entre as unidades; Distribuir uniformemente as cargas atuantes na parede; Absorver pequenas deformações que a alvenaria está sujeita; Compensar as irregularidades dimensionais das unidades de alvenaria; Selar as juntas contra a entrada de água e vento nas edificações.
São utilizados cimentos Portland Comum (CP-I), Composto (CP-II) e Alta Resistência Inicial (CP- V). Podem ser utilizados ainda outros tipos de cimento, como o Cimento Portland Pozolânico (CP- IV) e Alto-Forno (CP-III). Tem a função de propiciar resistência às argamassas, aumentar a aderência, colaborar em sua trabalhabilidade e retenção de água.
Quando utilizado cimento em excesso, se aumenta muito a contração da argamassa, prejudicando a durabilidade da aderência, devido ao fato de quanto maior a quantidade de cimento maior o calor de hidratação na argamassa. Esse excesso de calor de hidratação causa a retração da argamassa, ocasionando em trincas e fissuras.
Os cimentos com maior superfície específica tornam as argamassas mais trabalháveis e com maior retenção de água. As argamassas produzidas com os cimentos CP-III e CP-IV tem a tendência de ser tecnicamente melhores do que as argamassas executadas com os outros tipos de cimento, devido ao seu endurecimento mais lento, propiciando argamassas com maior capacidade de absorver pequenas deformações.
Nas argamassas de assentamento é utilizada a cal hidratada com uma porcentagem de componentes ativos (CaO e MgO) superior a 88%. Estudos realizados pelo IPT-ABCP concluíram que a cal hidratada comercializada no Brasil não possui em muitos casos boa qualidade e não atendem ao especificado na norma brasileira.
Podem ser utilizadas também cales extintas em obra, capazes de produzir argamassas de melhor qualidade final. A adição de cal à argamassa confere a ela plasticidade, retenção de água, coesão e extensão da aderência. A areia permite aumentar o rendimento ou reduzir o custo da argamassa e diminuir os efeitos prejudiciais do excesso de cimento, atuando como agregado inerte na mistura.
As areias grossas aumentam a resistência à compressão da argamassa, enquanto as areias finas reduzem a resistência, porém aumentam a aderência, sendo portanto preferíveis em alvenaria estrutural.
As normas britânica e norte americana recomendam as granulometrias das areias destinadas à argamassas de assentamento.
A água é o elemento que permite o endurecimento da argamassa pela hidratação do cimento. É responsável por uma qualidade fundamental no estado fresco da argamassa, a trabalhabilidade.
A água deve ser dosada a uma quantidade que permita o bom assentamento das unidades, não causando segregação dos seus constituintes.
A trabalhabilidade é originada na combinação de vários fatores, sendo os principais a coesão, a consistência, a quantidade de água utilizada, o tipo e o teor de aglomerante empregado, a granulometria e a forma dos grãos do agregado.
Não existe um método direto para medir a trabalhabilidade da argamassa. Na prática é determinada pelo assentador da alvenaria. É definida em critérios subjetivos, tais como: facilidade de manuseio e de espalhamento sobre a superfície das unidades, adesão, manutenção da consistência durante o assentamento de algumas unidades consecutivamente (tempo em aberto), facilidade para se alcançar a espessura de junta desejada e manutenção da espessura da junta após o assentamento das camadas subsequentes. A consistência é a propriedade que exprime o quanto mole ou rígida está a argamassa.
A retenção de água é a capacidade da argamassa de reter água contra a sucção exercida pelas unidades de alvenaria. Se a água contida na argamassa de assentamento percolar muito rapidamente para a unidade, não haverá água suficiente para a completa hidratação do cimento, resultando em uma fraca ligação entre a unidade de alvenaria e a argamassa.
O endurecimento da argamassa se dá pela reação química existente entre o cimento e a água. Se o endurecimento for muito rápido, causará problemas no assentamento das unidades e no acabamento das juntas. Se for muito lento, causará atraso na construção, devido à espera que se faz necessária.
O tempo de endurecimento é função da temperatura. Temperaturas muito altas tendem a acelerar o endurecimento, já temperaturas muito baixas retardam o endurecimento.
A aderência é a capacidade que a interface bloco-argamassa possui de absorver tensões tangenciais (cisalhamento) e normais (tração) a ela, sem causar rompimento.
É a propriedade mais importante da argamassa endurecida. Ainda não existem ensaios adequados para medir a aderência, porém são executados uma série de métodos, todos consistem em separar duas ou mais unidades unidas por argamassa.
Um dos métodos é apresentado na figura abaixo onde mede-se a força para separar as unidades e divide-se pela área de contato argamassa/unidade. Dessa forma será obtida a tensão, que será a medida da aderência.
A resistência à compressão é função do tipo e da quantidade de cimento usado na mistura da argamassa (relação água/cimento). A argamassa deve ser resistente o suficiente para suportar os esforços a que a parede está sujeita.
A resistência à compressão é obtida seguindo-se as prescrições da NBR 13279, pelo ensaio de corpos-de-prova prismáticos submetido primeiramente a ensaio de tração por flexão e após as duas partes restantes são submtidas a ensaio de compressão. Porém o valor obtido no ensaio não representa diretamente a resistência da argamassa, pois os corpos-de-prova não reproduzem o estado real das tensões a que o material está sujeito quando compondo uma junta de alvenaria.
Um aumento na resistência à compressão da argamassa não implica em um aumento da resistência da parede. Para cada resistência de bloco, existe uma resistência ótima de argamassa.
O tipo de argamassa a ser usado depende da função que a parede vai exercer, do tipo de bloco utilizado e das condiçõesde exposição a qual a parede estará sujeita.
Na seleção do tipo de argamassa a ser utilizado devemos efetuar um balanço entre a o que se deseja dessa alvenaria e as propriedades dos vários tipos de misturas. Deve ser considerado que não existe um único tipo de argamassa que seja o melhor para todos os tipos de aplicações. Cabe salientar que não deve se utilizar uma argamassa com resistência superior à necessária.
A seguir serão apresentados os tipos de argamassas utilizadas em alvenaria estrutural.
As argamassas mistas são aquelas compostas por cimento, cal hidratada e areia. As normas americanas especificam quatro tipos de argamassas mistas, designadas pelas letras M, S, N e O. As argamassa tipo M é recomendada para alvenarias que terão contato com o solo, tendo como exemplo fundações, muros de arrimo, etc. Possui grande durabilidade e boa resistência à compressão; Argamassa tipo S: recomendada à alvenarias sujeitas ao esforço de flexão, tendo boa resistência à compressão e à tração na interface das unidades de alvenaria; Argamassa tipo N: recomendada para o uso geral em alvenaria, sem contato com o solo. Apresenta média resistência à compressão e boa durabilidade; Argamassa tipo O: recomendada para o uso em unidades de alvenaria maciças, onde a tensão de compressão não exceda 0,70 MPa e não esteja em contato com um meio agressivo. Tem baixa resistência à compressão, sendo mais utilizadas nas paredes de ambientes internos.
A norma britânica também classifica as argamassas para utilização em alvenaria estrutural, variando do tipo 1 ao 4, equivalendo às mesmas características de descrição da norma americana. A do tipo 1 equivale à do tipo M americana, a 2 equivale à S, a 3 equivale à N e a 4 equivale à O.
Cabe salientar que esses valores foram obtidos por materiais especificados pelas normas britânica e americana, portanto para ser aplicada no Brasil deve ser feita uma verificação prática de suas reais características. Isso se dá principalmente pela qualidade baixa da cal hidratada em nosso país, não sendo compatível com a qualidade dos países mais desenvolvidos.
A argamassa seni pronta esta sendo bastante utilizada pois, está cada vez mais comum o emprego de argamassas usinadas de cal e areia, tanto para assentamento da alvenaria quanto para revestimento. Na obra, é adicionado cimento à esta mistura.
Nesse tipo de argamassa a cal utilizada nas usinas é a cal virgem em pó e sua extinção é feita através de reatores, onde é adicionada água e é preparada uma pasta, durante o tempo de 1 a 2 horas. Após isto, a nata de cal que se forma é misturada com areia em misturadores específicos ou em betoneiras. A mistura permanece em estoque até sua comercialização por um período de 2 à 5 dias.
Devem ser observados alguns cuidados para utilização dessas argamassas em alvenaria estrutural. Sempre verificar a granulometria dos agregados utilizados, pois normalmente são empregados agregados mais finos do que o recomendado. Também deve ser verificado se o teor de cal adicionado na usina é constante e adequado, nunca esquecendo de controlar o proporcionamento entre o cimento e a mistura semi-pronta.
O graute é uma mistura de materiais, os mesmos utilizados para produzir concreto convencional, porém as diferenças estão no tamanho do agregado (mais fino, 100% passando na peneira 12,5 mm) e na relação água e cimento.
O graute é aplicado nos vazados dos blocos com 2 objetivos: o primeiro seria proporcionar a integração da armadura com a alvenaria, no caso de alvenaria estrutural armada ou em armaduras apenas de caráter construtivo. O segundo objetivo seria o fato de aumentar a resistência da parede sem a necessidade de aumentar a resistência da unidade.
Cabe salientar que o graute deve proporcionar um desempenho estrutural compatível com a alvenaria armada e ainda assegurar a aderência à armadura vertical e horizontal além de protegê-las contra corrosão.
Os materiais constituintes do graute são o cimento, areia, pedrisco e água. Segundo alguns autores, não deve-se usar cimentos modificados por pozolanas, pois são muito retentivos, ocasionando em uma maior relação água e cimento, com isso reduzindo a resistência.
A cal hidratada não é um componente essencial, mas pode ser útil para aumentar a coesão da mistura quando se empregam areias muito grossas (módulo de finura superior a 3). Aditivos plastificantes podem ser utilizados na mistura com a mesma função da cal.
Os traços recomendados para o graute seriam 1:2 :1 ou 1:3:2 (cimento, areia e brita 0).
O controle da qualidade do graute é executado através do ensaio de resistência à compressão, obtido pelo rompimento de corpos-de-prova prismáticos de 7,5x7,5x15 cm ou 9x9x18cm, confeccionados em moldes absorventes constituídos pela justaposição de 4 unidades de alvenaria. Após a sua confecção, o corpo de prova deve ser coberto com algum tipo de material que não permita a saída de umidade e mantido intacto por 48 horas. É desmoldado e curado em câmara úmida até completar 28 dias quando, então, é rompido.
Devido à dificuldade de executar o ensaio de acordo com as prescrições acima, é recomendado testar o desempenho do graute na resistência de prismas de alvenaria, tendo seus vazios por ele preenchidos.
As paredes estruturais ou portantes tem a finalidade de resistir ao seu peso próprio e outras cargas advindas de outros elementos estruturais tais como lajes, vigas, paredes de pavimentos superiores, carga de telhado, etc.
As paredes de alvenaria são uma combinação de unidades (tijolos ou blocos) e argamassa. Para que o conjunto trabalhe de modo eficiente é necessário que a argamassa ligue solidariamenre as unidades tornando o conjunto homogêneo.
A alvenaria tem bom comportamento à compressão, porém fraca resistência aos esforços de tração. A resistência das alvenarias à tração na direção vertical depende da aderência da argamassa à superfície dos tijolos.
Na direção horizontal a resistência à tração, provocada por esforços de flexão, recebe a contribuição da resistência ao cisalhamento que o transpasse das fiadas dos blocos proporciona.
A resistência à compressão das alvenarias é dependente de uma série de fatores, sendo os principais: a resistência à compressão dos tijolos, a resistência à compressão das argamassas, a espessura da junta de assentamento, a qualidade da mão-de-obra.
Para se determinar a resistência à compressão da alvenaria é necessário realizar o ensaio de prismas ou mini paredes, sendo mais comum a utilização de prismas devido ao elevado custo dos ensaios de mini paredes.
Prismas são corpos-de-prova que levam em consideração a interação entre as unidades e a argamassa na resistência à compressão do conjunto (alvenaria). Observe-se que os resultados dos ensaios mostram que a resistência à compressão dos prismas (fm) é menor do que a resistência à compressão das unidades (blocos) (fb) e é maior do que a resistência à compressão da argamassa (fa).
Nas plantas submetidas à aprovação ou usadas na obra, deve constar claramente a resistência do prisma (fp) na idade em que todas as partes da estrutura forem projetadas”. Apesar da NBR 10837 – Cálculo da Alvenaria Estrutural em Blocos Vazados de Concreto ser uma norma específica aos blocos vazados de concreto, ela também é adotada para o cálculo da alvenaria estrutural em blocos cerâmicos, cuja norma está em fase de elaboração.
A norma brasileira que regulamenta o ensaio de prismas é a NBR 8215 – Prismas de Blocos Vazados de Concreto Simples para Alvenaria Estrutural – Preparo e Ensaio à Compressão. Apesar da NBR 10837 – Cálculo da Alvenaria Estrutural em Blocos Vazados de Concreto e da NBR 8215 – Prismas de Blocos Vazados de Concreto Simples para Alvenaria Estrutural serem normas específicas aos blocos vazados de concreto, não há nenhuma incoerência em adotar esse procedimento para unidades de blocos cerâmicos.
Os prismas são corpos-de-prova obtidos pela superposição de um certo número de blocos, normalmente dois ou três, unidos por junta deargamassa. Esse prisma é destinado ao ensaio de compressão axial.
Quando uma alvenaria está sob compressão existe na região de contato entre a unidade de alvenaria e a junta de argamassa um esforço de tração transversal. Isso se deve pelo fato de a argamassa ser mais deformável que a unidade, tendendo a se deformar transversalmente mais que a unidade de alvenaria. Como esses dois materiais estão unidos solidariamente, são forçados a se deformarem igualmente em suas interfaces, causando esforços de compressão transversal na base e no topo das juntas e esforços de tração transversal de valores iguais, nas faces superiores e inferiores das unidades de alvenaria.
Constata-se que as unidades com melhores fatores de eficiência são os tijolos cerâmicos 21 furos pequenos e os blocos cerâmicos com furos losangulares grandes. Porém a maior resistência do prisma foi também com a unidade de maior resistência, os blocos cerâmicos de parede grossa, mas sua eficiência ficou na casa dos 35%.
Foi constatado também que as unidades cerâmicas apresentam fatores de eficiência abaixo dos 50%, sendo bastante inferiores aos desempenhos dos blocos de concreto.
Em um estudo realizado pelo curso de Pós Graduação em Engenharia Civil da UFRGS, com o objetivo de conhecer a capacidade resistente da alvenaria, foram executadas mini paredes de tijolos maciços, objetivando conhecer a capacidade resistente das mesmas. Foram executadas mini-paredes com tijolos de três categorias com três tipos de argamassas.
A análise dos resultados mostra que a resistência das mini-paredes aumenta com o aumento da resistência das argamassas, mas o maior aumento, se obtém, quando a resistência do tijolo aumenta.
Existem diversas fórmulas para definir a resistência de uma parede, a partir da resistência da argamassa e dos blocos ou tijolos, dimensões e densidade dos blocos, altura da parede e condições de mão de obra
Um projeto com boa qualidade reflete positivamente na etapa de construção da obra. Medidas de racionalização e de controle de qualidade na fase de construção dependem diretamente das especificações originadas da etapa de projeto, devendo nelas conter as informações necessárias de forma a ocorrer um planejamento eficiente para a etapa de execução.
Em um projeto concebido em alvenaria estrutural, um dos fatores mais importantes que afetam diretamente a qualidade do mesmo é a necessidade de haver compatibilização entre todos os projetos da edificação (arquitetônico, estrutural, elétrico, hidro-sanitário e incêndio), com o propósito de reduzir ao máximo as interferências ocasionadas.
A padronização na representação de informações e dados e principalmente a apresentação para cada profissional de todas as partes que constituem os projetos. A comunicação entre os participantes do projeto é fundamental para a otimização do mesmo. É importante ressaltar que durante a execução da obra deve existir uma integração entre os projetistas e os profissionais responsáveis pela construção, de forma há haver um suporte a possíveis alterações que necessitarem serem realizadas.
Além de observar os aspectos da compatibilização, o projetista deverá ainda atentar para os fatores já estabelecidos de projeto, como os custos da edificação, os prazos a serem atendidos e se há existência de especificações técnicas pré-estabelecidas.
Na execução dos projetos em alvenaria estrutural, os profissionais responsáveis devem pensar exclusivamente em alvenaria estrutural, descartando comparações com outros sistemas estruturais. Como já falado anteriormente, a alvenaria estrutural tem suas particularidades e procedimentos próprios de funcionamento e execução.
O projeto arquitetonico é o projeto que define a forma da edificação, o número e a distribuição das peças, assim condicionando os demais projetos. Consecutivamente o sucesso do empreendimento está ligado à boa qualidade do projeto arquitetônico, pois o mesmo não sendo adequado afetaria diretamente os outros projetos, necessitando de compensações nas medidas desses projetos ou intervenções em obra, o que influenciaria negativamente a qualidade tanto do projeto como na execução da edificação.
Na concepção do projeto arquitetônico devem ser observados alguns parâmetros como a simetria em planta, a coordenação modular horizontal e vertical, a passagem de dutos e a paginação.
Na realização do projeto deve-se sempre procurar um equilíbrio entre a distribuição das paredes resistentes com a área da planta, afim de se obter uma simetria externa da edificação. Deve-se distribuir as paredes estruturais em ambas as direções com o intuito de garantir a estabilidade do edifício em relação às cargas horizontais, diminuindo o surgimento de esforços de torção na edificação.
Modular um arranjo arquitetônico significa acertar suas dimensões em planta e também o pé-direito da edificação, através das dimensões das unidades, com o objetivo de reduzir ao máximo os cortes e ajustes na execução das paredes.Há dois tipos de modulação: a horizontal e a vertical.
A unidade de alvenaria é definida por três dimensões: comprimento, largura e altura. O comprimento e a largura definem o módulo horizontal ou módulo em planta. Já a altura da unidade define o módulo vertical, adotado nas elevações.
É muito importante que o comprimento e a largura sejam iguais ou múltiplos, assim podemos ter um único módulo em planta, simplificando a amarração entre as paredes, resultando em uma melhor racionalização ao sistema construtivo.
O módulo a ser adotado é aquele que se adapte melhor a uma arquitetura pré-estabelecida ou que propicie uma concepção arquitetônica mais interessante. O módulo horizontal adotado será a medida da largura do bloco. Como para alvenaria estrutural os blocos cerâmicos portantes devem ter largura nominal de 14 cm ou 19 cm, a medida modular será 15 cm ou 20 cm (largura do bloco mais 1 cm de espessura da junta). No caso de se adotar módulo de 15 cm, as dimensões internas dos ambientes em planta devem ser múltiplas de 15, como por exemplo 60 cm, 1,20 m, 2,10 m, etc. Se o módulo utilizado foi 20 cm, as dimensões internas devem ser múltiplas de 20, como por exemplo 60 cm, 1,20 m, 1,40 m, 2,80 m, etc.
No caso da modulação vertical o procedimento é mais simples. Deve-se ajustar a distância do piso ao teto para que seja múltiplo do módulo vertical a ser adotado, normalmente a altura nominal do bloco, 20 cm. A largura do bloco e o módulo horizontal adotado não influem na escolha do módulo vertical.
Quando trabalhamos em um projeto de alvenaria estrutural em blocos cerâmicos devemos utilizar blocos modulados (blocos em que o comprimento é igual a duas vezes a largura mais a espessura da junta) temos uma racionalização maior no projeto e principalmente na fase de construção, pois podemos trabalhar com uma malha reticulada, com dimensão modular (15 cm ou 20 cm). É o exemplo das modulações onde se emprega blocos de dimensões nominais 19x19x39 cm ou 14x19x29 cm. Utilizando esses tipos de bloco não necessita-se de peças especiais para modulação, sendo utilizados apenas o bloco inteiro, o meio-bloco quando necessário, os blocos 19x19x44 cm ou 14x19x44 cm para amaração no encontro de paredes em formato de “T” e os blocos canaletas.
Os encontros de paredes são importantes pois além da concentração de tensões há a transferência de cargas de uma parede a outra. Por esse motivo devem ser observados alguns detalhes típicos de disposição de blocos de 19x19x39 cm, 19x19x19 cm (meio-bloco), 14x19x29 cm e 14x19x14 cm.
Quando há necessidade de adaptações no projeto, onde a medida interna não é múltipla de 15 cm ou 20 cm, podemos utilizar peças de pequena espessura, chamadas de compensadores, pastilhas ou bolachas. Esses blocos compensadores estão disponíveis no mercado com a espessura nominal de 4 cm, portanto permitem apenas pequenos ajustes. No caso de maiores ajustes (10 cm ou 15 cm) a solução vai variar de projetista para projetista, tudo vai depender da sua criatividade. Uma das soluções seria executara modulação deixando espaços vazios, que posteriormente serão preenchidos com graute, compensando as dimensões não moduláveis sendo executado em baixo e em cima das aberturas das janelas.
É importante salientar que qualquer adaptação que precise ser feita em alvenaria estrutural causará uma perda da racionalidade, do tempo e do ritmo da construção.
No caso da modulação vertical de piso à piso, a última fiada das paredes externas será composta pelos blocos “J”, de forma a acomodar a altura da laje. Nas paredes internas a última fiada será composta ou por blocos compensadores ou blocos canaleta cortados com muito cuidado no canteiro, por meio de uma ferramenta adequada.
Nas paredes portantes em edificações executadas em alvenaria estrutural não devem ser empregados rasgos para o embutimento das instalações, pois além do desperdício e do elevado consumo de material e mão de obra empregado nessa operação, temos que levar em conta que nesse sistema as paredes são portantes, com isso fica impossível tal procedimento devido a redução da seção resistente.
A melhor alternativa seria a utilização de “shafts”, contudo devem ser tomados alguns cuidados no projeto arquitetônico, como projetar cozinhas e banheiros o mais próximo possível, com isso se consegue agrupar ao máximo as instalações.
A passagem da prumada vertical de tubos hidráulicos e sanitários nas paredes tem que constar nas plantas de elevação das paredes (paginação). Segundo a NBR 10837 – Cálculo da Alvenaria estrutural de Blocos Vazados de Concreto é proibida a passagem de tubulações que conduzam fluídos dentro das paredes com função estrutural.
Por esse motivo, para a passagem da tubulação hidráulica são utilizadas paredes de vedação, as chamadas paredes hidráulicas. Os trechos verticais de água fria e quente devem descer pelos furos dos blocos até o ponto desejado. Já o trecho horizontal da instalação a passagem da tubulação é feita por baixo da laje de teto e o forro.
No caso de prumadas de esgoto, são previstos “shafts” para abrigar as tubulações, devido ao grande diâmetro dessas tubulações. Os “shafts” podem ser executados de duas formas: interrompendo-se a parede para a passagem da tubulação ou passando junto à parede estrutural. 
Através da pesquisa realizada pode-se dizer que o sistema de alvenaria estrutural é um sistema de simples execução, porém para um empreendimento bem sucedido, cinco fatores fundamentais devem ser rigorosamente seguidos, sendo eles, projetos, tecnologia, suprimentos, organização da produção e gestão de mão de obra. 
Por ser um sistema racionalizado e de alto nível de industrialização, respeitando os projetos na obra não haverá desperdício de materiais, por exemplo, os blocos não podem ser quebrados, a argamassa geralmente vem pronta não havendo desperdício e sobras de areia, cimento, etc. a quantidade à ser usada de argamassa e graute é limitada, o graute deve ser colocado com funil e deve ficar confinado dentro da célula do bloco não havendo por onde vazar ou perder material. 
A conseqüência disso é uma obra econômica e que reduz bastante o custo para o empreendedor. Com isso, pose-se concluir que a metodologia da alvenaria estrutural, quando usada de forma correta com integração total entre as partes envolvidas e, respeitando suas restrições é um método bastante ágil, limpo e lucrativo de se construir. 
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
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PRUDÊNCIO JUNIOR, Luiz Roberto; OLIVEIRA, Alexandre Lima; BEDIM, Carlos A usto. Alvenaria Estrutural de Blocos de Concreto. Associação Brasileira de ento Portland. Florianópolis, 2002.
SANTOS, Marcos Daniel Friederich. Alvenaria Estrutural. Curso de Extensão. Pontifícia Universidade Católica do Rio Grande do Sul. Porto Alegre.�
PONTE ESTAIADA
O princípio estrutural das pontes estaiadas vem de longa data. As estruturas suportadas por cabos, cordas ou correntes vêm se mostrando uma solução interessante desde as antigas civilizações até atualmente.
Exemplos significativos deste fato são: a utilização de cordas pelos egípcios para a sustentação dos mastros de suas embarcações e dos índios norte americanos que construíam passarelas de madeiras sustentadas por cordas.
E não são só estes exemplos. Inúmeros estudos e tentativas foram feitos ao longo da história, mas as primeiras tentativas de se construir uma ponte estaiada propriamente dita foram em 1784, com o projeto do carpinteiro alemão C. T. Lescher, o qual projetou uma ponte com estrutura estaiada inteiramente em madeira.
Com o avanço das ligas metálicas, estas soluções começaram a se tornar mais viáveis e capazes de suportar maiores esforços e, como conseqüência, maiores vãos.
Em 1817, a passarela estaiada de pedestres de King’s Meadow foi projetada e construída por Brown e Redpath, dois engenheiros britânicos.
Nos anos seguintes, arquitetos e engenheiros foram concebendo, projetando e executando estruturas com diversas formas, principalmente para o arranjo dos cabos, sendo os arranjos em leque e harpa os que mais se destacaram. Com isso, o século XVIII foi marcado pelo surgimento das pontes estaiadas modernas, construídas nos Estados Unidos e na Inglaterra.
Apesar de diversas estruturas apresentarem um comportamento estrutural dentro do esperado, alguns acidentes foram decisivos para o parcial abandono desta técnica durante muitos anos.
Estes acidentes envolvendo as pontes estaiadas, e também as pontes pênseis, ocorreram principalmente pela falta de conhecimento dos aspectos aerodinâmicos destas estruturas. A maneira como o vento provoca efeitos de vibração e ressonância no tabuleiro e principalmente nos estais foi uma incógnita durante muitos anos.
O aperfeiçoamento das pontes estaiadas ocorreu em paralelo com o das pontes pênseis, uma vez que ambas sofriam do mesmo problema: como garantir um conjunto estável e rígido o suficiente para evitar deslocamentos excessivos provocados pela passagem do vento ou pela atuação de uma carga útil.
Com a construção de pontes de estrutura mista, que utilizam sistemas de cabos pênseis e estais, as quais se tornaram grandes marcos da história da construção civil, a solução de pontes exclusivamente estaiadas foi abandonada por um grande período.
Um exemplo deste tipo de solução estrutural, que se tornou um exemplo notável desta época, é a ponte do Brooklyn, em Nova York. Projetada por John Roebling, esta ponte tem um vão central de 486,50 m, e um comprimento total de 1059,90 m. Roebling concebeu esta estrutura de maneira que o trecho central do vão fosse sustentado completamente pelos cabos parabólicos e os trechos próximos aos pilares, por estais protendidos. Os pilares da ponte do Brooklyn foram executados em alvenaria de pedras uma vez que não se tinha o domínio do concreto armado nesse período.
Essa estrutura hiperestática foi concebida e executada apenas com o conhecimento de J. Roebling, uma vez que nesta época não havia metodologias para cálculo de dimensionamento deste tipo de estrutura. Notou-se que os estais inclinados protendidos aumentaram consideravelmente a rigidez de pontes suspensas, tal como essa, além de contribuírem para sua estabilidade aerodinâmica. Roebling faleceu no ano de 1869, após adoecer de infecções originadas de um acidente ocorrido durante a construção da ponte, e seu filho, Washington Roebling, e sua esposa, Emily Roebling, deram continuidade e finalizaram o projeto da ponte. A construção da ponte do Brooklyn demorou 14 anos, tendo sido concluída no ano de 1883, com um custo de aproximadamente 15 milhões de dólares.
Em 1938, o engenheiro alemão Franz Dischinger tornou-se a peça chavepara o desenvolvimento das pontes estaiadas. Após estudar as diversas pontes penseis e estaiadas já construídas, assim como os benefícios da utilização da solução conjunta de estais e cabos penseis, e também da utilização de estais protendidos, Dischinger concebeu e projetou a ponte Stromsund (Figura 1.5), na Suécia, que só teve suas obras concluídas em 1955. Sua estrutura é inteiramente em aço, com exceção da fundação, e vence um vão central de 182 m.
Esta ponte é considerada por alguns autores a primeira ponte estaiada moderna, mesmo possuindo alguns indícios das pontes construídas anteriormente, tal como o grande espaçamento dos pontos de fixação dos estais no tabuleiro, e de ter sido concluída após a ponte de Donzère-Mondragon.
Além da ponte de Stromsund, a ponte de Donzère-Mondragon, que atravessa o canal de Donzére na França, também é considerada uma das primeiras pontes estaiadas modernas. Esta ponte, que atravessa o canal de Donzère, na França, é uma estrutura mista de concreto e aço, e teve sua construção finalizada em 1952, vencendo um vão de 81,0 m.
Outro fator que impulsionou o crescimento das pontes estaiadas foi a facilidade com que a mesma se adaptou às necessidades da época. Com o fim da Segunda Guerra Mundial, o rastro da destruição era visto por toda a Europa, onde estradas, cidades e pontes necessitavam ser reconstruídas. Como tudo havia de ser reconstruído em pouco tempo, devido à necessidade de reintegração entre as cidades que ficaram isoladas, a utilização de métodos construtivos que possibilitassem um ritmo mais acelerado ganhou destaque.
Com isso, as pontes estaiadas ganharam definitivamente o seu espaço e começaram a ser amplamente utilizadas, uma vez que a maioria das pontes destruídas mantinha sua infra-estrutura em condições de uso. Sendo assim, engenheiros e construtores necessitavam de pontes mais leves, mas que tivessem rigidez suficiente para vencer o vão necessário, além de permitir o trafego de veículos mais pesados que os utilizados anteriormente.
Com o avanço dos métodos de cálculo e verificação das estruturas, juntamente com a experiência já obtida com os erros do passado, as pontes estaiadas se disseminaram nos anos seguintes, principalmente pela Europa e América do Norte.
Fritz Leonhardt, um dos grandes pesquisadores da época, contribuiu de maneira significativa neste contexto, provando que a utilização de formas aerodinâmicas é muito mais vantajosa do que a utilização de seções com elevada rigidez, uma vez que contribui para a redução do peso da estrutura e atinge o mesmo objetivo. Com isso, praticamente todas as pontes estaiadas e pênseis construídas após 1952, data dos estudos aerodinâmicos de Leonhardt, foram concebidas desta maneira, utilizando seções aerodinâmicas para o tabuleiro.
Nota-se que a partir da década de 70 as pontes estaiadas se apresentam como estruturas mais esbeltas, utilizando de maneira mais racional e consciente as propriedades físicas dos materiais empregados. Muito deste progresso foi possível devido ao avanço dos métodos de dimensionamento destas estruturas, além da experiência adquirida com o grande número de pontes executadas no pós-guerra.
Mesmo assim, durante as décadas de 70 e 80, os vãos atingidos pelas pontes estaiadas no período não avançaram muito além dos 500 m. Quando era necessário transpor um vão maior que este, a solução de ponte pênsil ainda se mostrava mais viável, tanto técnica quanto financeiramente.
Já na década de 90, a realidade foi outra. As pontes estaiadas mostraram um rápido desenvolvimento e os vãos cresceram rapidamente, vencendo todos os recordes obtidos anteriormente.
Nota-se como as pontes estaiadas evoluíram nas últimas décadas. Os conceitos usados nas primeiras pontes estaiadas, tais como cabos amplamente espaçados e tabuleiros suficientemente rígidos e espessos para resistir a elevados esforços de momentos longitudinais, foram abandonados. Em seu lugar, foram incorporadas novas técnicas de dimensionamento, que possibilitaram a execução de pontes com elevados vãos e tabuleiros suficientemente esbeltos, que proporcionaram uma redução no peso e custo da estrutura.
Mesmo com toda a tecnologia desenvolvida atualmente, as pontes estaiadas possuem um limite técnico-econômico para o tamanho do vão central, que está por volta de 1500 m de extensão (Structurae). Isso devido à extensão dos cabos de sustentação e das elevadas cargas de compressão introduzidas pelos mesmos no tabuleiro da ponte.
As pontes estaiadas consistem, basicamente, em estruturas compostas por um tabuleiro, uma ou mais torres e cabos de sustentação (estais). Esta alternativa às pontes convencionais surgiu nas últimas décadas como alternativa para transpor maiores vãos com estruturas mais leves. Enquanto uma ponte convencional necessita de diversos pontos de apoio para vencer um grande vão, uma ponte estaiada pode vencer o mesmo vão com reduzidos pontos de apoio. Com isso, a solução mostra se menos agressiva ao meio e gera menores interferências com o entorno da obra.
O princípio estrutural das pontes estaiadas não é tão recente quanto as pontes propriamente ditas. Algumas estruturas, tais como passarelas, embarcações e tendas, já usavam cabos como sustentação, 
A aplicação deste tipo de solução estrutural em pontes iniciou-se de uma maneira mais rudimentar, utilizando se madeira e cordas como elementos estruturais. Um exemplo clássico é ponte estaiada de madeira, construída em 1784 pelo carpinteiro alemão Lescher.
Analisando as estruturas recentes, percebe-se que o bom desempenho estrutural das mesmas se dá devido à utilização racional dos materiais empregados, ou seja, obtêm-se dos materiais as suas melhores qualidades mecânicas. Sendo assim, faz-se uso da boa resistência do aço à tração e da boa resistência do concreto à compressão, fazendo com que os materiais trabalhem de maneira otimizada.
Dessa maneira, podem-se obter estruturas mais esbeltas e leves que muitas das estruturas convencionais. Além disso, as pontes estaiadas levam grande vantagem no ponto de vista arquitetônico e têm grande aceitação, tanto no meio técnico, quanto na população em geral.
A fim de melhor descrever o funcionamento e comportamento das pontes estaiadas será feita uma análise de maneira isolada de cada componente estrutural que compõe este sistema, primeiramente vale salientar alguns aspectos da evolução da geometria empregada nas pontes estaiadas, separados em três categorias distintas de pontes estaiadas.
Nesta categoria de pontes estaiadas o espaçamento longitudinal dos estais é grande, o que exige uma elevada rigidez do tabuleiro. Este deve ser capaz de resistir a elevados esforços de flexão longitudinal. Além disso, como os estais são muito espaçados, a carga que os mesmos devem resistir é maior que nas demais soluções, fazendo com que os mesmos tenham uma grande seção.
Este tipo de configuração foi muito comum durante a construção das primeiras pontes estaiadas modernas, nas quais os vãos não eram muito extensos. Porém, quando há a existência de grandes vãos este tipo de solução começa a ter seus pontos fracos, uma vez que o tabuleiro passa a ter a necessidade de uma elevada rigidez às flexões longitudinais, tendo em vista os elevados espaçamentos dos pontos de fixação dos estais. Devido a este mesmo fator, a carga resistida por cada estai é elevada, necessitando de seções maiores.
Outro fator que possui influência neste tipo de geometria é o método construtivo, uma vez que é necessário construir uma grande extensão de tabuleiro até que se atinja o próximo ponto de fixação do estai. Um exemplo típico desta categoria é a ponte Maracaibo, construída na Venezuela.
Na categoria 2 nota-se que pela proximidade dos pontos de ancoragem dos estais, os mesmos passam a assumir maior responsabilidade de suporte dos carregamentos atuantes no tabuleiro, uma vez que a flexão longitudinal atuante é reduzida, havendo basicamente o momento transversal. Sendo assim, com essa redução de esforços, o tabuleiro passaa ter uma geometria mais leve e esbelta, contribuindo significativamente ao fator estético.
Uma grande vantagem deste método é a possibilidade de o tabuleiro se tornar uma estrutura leve e esbelta, principalmente se o espaçamento entre os cabos for reduzido. Isso é possível, pois a proximidade dos pontos de ancoragem dos estais no tabuleiro reduz o efeito de flexão longitudinal do mesmo. Outro fator importante é a maior verticalidade com que os estais chegam ao tabuleiro, reduzindo significativamente os esforços horizontais introduzidos no mesmo.
Este tipo de geometria favoreceu a difusão do método das aduelas sucessivas, que permite que os tabuleiros sejam executados a partir das torres em direção aos vãos, aproveitando os trechos já executados como apoio.
As pontes da categoria 3 têm um diferencial muito útil em diversos casos: a não simetria. As cargas atuantes nestas estruturas passam a não ter a necessidade de serem estabilizadas nos pilares, podendo transmitir essas carga para um elemento externo capaz de resisti-la e garantir estabilidade ao conjunto.
Para a estabilidade do conjunto ocorreu a necessidade da utilização de um bloco de ancoragem. Estes blocos normalmente são estruturas de grandes dimensões e, por consequência, de elevado peso próprio, capaz de resistir aos esforços provenientes dos estais que sustentam o tabuleiro.
Este tipo de solução é muito útil quanto não há a possibilidade da execução de pilares no centro do vão, seja por interferência em alguma estrutura já existente ou devido a um fator topográfico.
Como exemplo deste tipo de geometria pode-se destacar a Ponte Knee, na Alemanha, por ser uma das primeiras pontes estaiadas assimétricas construídas 
Nota-se que as pontes estaiadas podem variar sua geometria de diversas maneiras, dependendo das necessidades ou do aspecto visual desejado. Para que isso seja possível há inúmeras maneiras de se dispor os seus componentes estruturais: distribuição longitudinal e transversal dos estais, tipos de vinculações, ancoragem dos cabos, seção e geometria de torres e tabuleiros, metodologias construtivas, materiais empregados e aspectos visuais. Tudo isto faz com que as pontes estaiadas vivam hoje seu momento de glória, sendo vistas como motivo de orgulho e cartão postal das cidades onde são construídas.
O estai é o elemento estrutural de uma ponte estaiada responsável pela transferência dos carregamentos atuantes no tabuleiro diretamente para o mastro. Os estais são compostos basicamente por: elementos de tensionamento, sistemas de ancoragem, e os sistemas de proteção. Para uma melhor compreensão da função de cada componente que constitui o estai, os mesmos serão detalhados a seguir.
Os elementos de tensionamento de uma ponte estaiada são responsáveis pela suspensão das cargas do tabuleiro até os mastros. Estes elementos podem ser formados por um conjunto de barras ou cordoalhas, que formam os estais.
Na solução com barras rígidas, ao invés de fios, os estais podem ser compostos por barras únicas ou diversas barras paralelas entre si. Um exemplo de aplicação desta solução é a passarela estaiada da Universidade Federal de Alagoas, em Maceió.
Porém a utilização de cordoalhas, ao invés de barras rígidas, tem sido a solução mais bem aceita e adotada. As cordoalhas são compostas por um feixe de fios, que são dispostos circundando um núcleo central em uma ou mais camadas.
Já os estais, neste caso, são constituídos pela composição de diversas cordoalhas dispostas helicoidalmente, obtendo-se o seu diâmetro de acordo com a necessidade de projeto, sendo a cordoalha mais usual em estais a de sete fios.
Existem diversos tipos de ancoragem dos estais, variando de acordo com a tecnologia que cada empresa utiliza. De maneira geral os sistemas de ancoragem devem ser capazes de realizar ajustes ao longo da execução da ponte, com o intuito de manter as tensões e o nivelamento dos estais e tabuleiro, e também de permitir uma manutenção e troca dos estais.
Tendo em vista esta capacidade de realizar ajustes nos sistemas de ancoragem, pode-se obter um isoalongamento dos estais, evitando que um menos alongado receba mais carga que outro mais alongado, garantindo um melhor funcionamento do conjunto.
A proteção mais largamente utilizada nos estais são tubos de polietileno de elevada resistência mecânica, resistentes à ação de raios ultravioleta, com a função de proteger o aço contra corrosão e efeitos do tempo. Esta proteção também é muito explorada do ponto de vista estético, utilizando cores de acordo com o idealizado do projeto arquitetônico.
Além desse sistema de encapamento, ainda há a opção de galvanização das cordoalhas, mantendo-as expostas.
Outra proteção largamente usada é o tubo anti-vandalismo, que consiste em um tubo de aço de elevada resistência utilizado até uma altura suficiente para que os estais não sofram com a ação de vândalos.
Atualmente, esse conjunto de tecnologias nos aparelhos de ancoragem e nos sistemas de proteção dos estais, contribui para que os mesmos sejam mais duráveis e econômicos.
Os estais de uma ponte estaiada podem ser dispostos de inúmeras maneiras, sendo que esta distribuição será responsável pela definição do seu desempenho estrutural, do custo de execução e projeto, da rigidez das peças e da metodologia construtiva.
As geometrias mais comuns e mais aceitas são as seguintes:
A distribuição transversal dos cabos pode se dar de diversas maneiras, cada uma com suas vantagens e desvantagens, sejam elas visuais ou estruturais. A seguir será feita a análise das geometrias clássicas mais utilizadas atualmente.
À primeira vista, as pontes com um plano central de cabos mostram-se estruturas muito limpas e esbeltas. Porém do ponto de vista estrutural esta solução é menos vantajosa, uma vez que os efeitos de torção e de estabilidade ficam dependentes da rigidez do tabuleiro.
Como a suspensão do tabuleiro é feita apenas pelo seu apoio central, quando há a aplicação de cargas acidentais assimétricas no tabuleiro, surgem na estruturas esforços de torção consideráveis. Esses efeitos são resistidos pelo tabuleiro e pelos apoios nos mastros e aproximações da ponte.
Neste tipo de geometria a carga resistida pelos estais é grande, tendo em vista que a carga é resistida apenas por um plano de suspensão, com isso os estais e ancoragens são mais pesados, de maior diâmetro e mais caros.
Sendo assim, quando se tem a necessidade de tabuleiros mais largos, convém que se utilizem dois planos de suspensão, reduzindo a carga resistida pelos estais e os efeitos de torção do tabuleiro.
Mesmo com essa limitação, não há como negar que esta configuração apresenta uma ponte sensivelmente esbelta e agradável aos olhos, principalmente quando o tabuleiro e os pilares se apresentam como estruturas esbeltas.
Outro ponto importante deste tipo geometria é a passagem da torre pelo centro do tabuleiro. Quando os vãos são pequenos, essa interferência não é relevante, porém, quando os vãos são elevados essa interferência é significativa, uma vez que as dimensões da torre estão diretamente ligadas ao vão a ser transposto. Nestes casos, pode-se usar torres bipartidas na base, a fim de evitar as interferências com o tabuleiro. 
Os dois planos verticais de apoio é mais utilizado quando os tabuleiros da ponte são mais largos, uma vez que o efeito de torção não é expressivo como na solução anterior. Com isso, esta solução vem sendo largamente utilizada nos locais onde se necessita de mais faixas de rodagem para o tráfego na ponte.
Outra vantagem desta geometria é a possibilidade de posicionar os mastros pelo lado de fora do tabuleiro, evitando uma possível interferência do mastro com as faixas de rodagem.
Nesta geometria, o sentido principal de trabalho do tabuleiro é o transversal, podendo ser comparado a uma laje bi apoiada. Sendo assim, o esforço predominante será a flexão transversal do tabuleiro, e não a torção.
No caso da utilização de tabuleiros largos, pode-se utilizaro sistema de protensão transversal para reduzir os efeitos da flexão e, consequentemente, utilizar tabuleiros mais leves e esbeltos.
Teoricamente, podem ser utilizados três ou mais planos de suspensão, porém este tipo de alternativa é uma solução mais teórica, e sua utilização pouco divulgada e conhecida. Esta geometria se mostraria mais adequada nos casos onde existem tabuleiros muito largos, associados a carregamentos elevados atuando na estrutura, porém esta situação hipotética também ocorre raramente. Além disso, existem novas técnicas construtivas e novas tecnologias que permitem que tabuleiros com menos apoios sejam também capazes de resistir a elevadas cargas;
A utilização de torres com a geometria de A, ligando as duas partes em uma única parte superior, é vantajosa pela não interferência das torres com o tabuleiro. Do ponto de vista estético, esta solução se mostra bem agradável.
Uma desvantagem deste sistema é a possível interferência dos cabos com o gabarito rodoviário da ponte. Este tipo de interferência ocorre devido à inclinação dos cabos em relação ao tabuleiro.
Este tipo de interferência se mostra mais claro e evidente em pontes com dimensões mais reduzidas, e principalmente quando os pilares são baixos, forçando mais ainda uma inclinação indesejada dos estais. As interferências deste tipo podem ser reduzidas fazendo com que os pontos de ancoragem sejam externos ao tabuleiro, através de mecanismos de fixação, ou então alargando o tabuleiro a fim de levar os cabos o mais afastado possível da faixa de rolagem da via, ou até mesmo pela utilização de passeios mais largos.
As interferências dos estais com o gabarito podem ser ainda mais criticas no caso de tabuleiros curvos, uma vez que a inclinação dos estais é mais desfavorável.
Os cabos podem ser dispostos longitudinalmente de diversas maneiras, de acordo com as necessidades do projeto ou devido a um efeito visual buscado. As geometrias mais difundidas as seguintes:
 Na geometria em harpa os cabos são ancorados nos pilares utilizando-se espaçamentos iguais entre os mesmos. Além disso, os cabos são paralelos entre si.
Esta solução é a mais aceita no ponto de vista da estética, pelo fato de produzir um visual agradável aos olhos da grande maioria dos profissionais da área e da população em geral. Devido a esse fato, inúmeras pontes foram concebidas desta maneira, mesmo não sendo a geometria mais eficiente, uma vez que quanto maior a inclinação dos estais, menor a sua eficiência.
Para os carregamentos permanentes, as forças verticais são encaminhadas para a fundação e os esforços horizontais atuando no mastro ficam balanceados.
Uma desvantagem desta geometria surge muito claramente quando temos cargas assimétricas, que introduzem esforços horizontais nos pilares. Com isso, estes deverão ter rigidez suficiente para resistir a estes esforços, tornando-os mais robustos que em outras geometrias.
Na composição em leque os estais são fixos no topo dos pilares, propiciando os seguintes benefícios para a estrutura:
Os esforços horizontais introduzidos no tabuleiro pelos estais são reduzidos, uma vez que há uma maior verticalidade dos mesmos, evitando acúmulos de tensões nas ancoragens no tabuleiro.
A flexibilidade da estrutura é muito útil nos casos de movimentações horizontais, gerando um ganho considerável de estabilidade no caso de efeitos sísmicos.
A flexão dos mastros não é tão elevada quanto no sistema em harpa, uma vez que os cabos chegam mais verticalmente, introduzindo esforços horizontais menores.
Tendo em vista que o espaçamento dos estais é reduzido, a carga resistida por cada um também é reduzida, podendo ser utilizados estais de pequenos diâmetros, que ajudam muito no efeito estético de transparência.
Porém esta geometria também apresenta algumas desvantagens. Primeiramente vale a pena destacar o emaranhado de cabos no topo dos pilares, que apresentam uma visual menos leve que o sistema em harpa.
Outra desvantagem é o projeto e execução deste sistema de ancoragem dos cabos no topo do pilar, gerando uma grande complexidade, tanto no cálculo dos esforços atuando neste trecho, quanto na execução detalhada da ancoragem de cada cabo, elevando muito o custo deste tipo ancoragem. No Brasil este tipo de solução não é adotada justamente por essa complexidade e pelo custo.
Esta concepção é uma solução intermediária entre a Harpa e o Leque, onde se faz proveito das melhores qualidades de cada sistema e, consequentemente, evitando as principais desvantagens de cada um. Com isso, esta solução tem se mostrado a mais ideal e mais difundida no mundo inteiro.
A distribuição das ancoragens ao longo do pilar faz com que estas ligações se tornem menos complexa que na geometria em leque. Além disso, a inclinação variável dos cabos faz com que os esforços horizontais aplicados no tabuleiro sejam menores, bem próximos aos da geometria em leque.
Um exemplo deste sistema é a Ponte sobre o rio Paranaíba, na divisa dos estados de Mato Grosso e Minas Gerais - Brasil.
A geometria assimetrica é muito útil quando as condições topográficas, ou interferências no meio, não permitem que a estrutura tenha seus carregamentos permanentes auto-equilibrados em torno dos mastros. Com isso, faz-se necessário que os cabos fiquem ancorados em estruturas auxiliares, como, por exemplo, blocos de ancoragem.
Além disso, esta solução necessita de um tratamento estético, a fim de que os blocos de ancoragem dos cabos não destoem da estrutura que, de maneira geral, é esbelta e leve. Estes blocos, em sua grande maioria, são peças de concreto de grandes dimensões, de maneira que o seu peso próprio seja capaz de resistir aos esforços provenientes dos cabos.
Além das geometrias demonstradas aqui existem diversas outras mais arrojadas e criativas, que são geradas pela contínua necessidade do ser humano de vencer os próprios limites e se superar. Um exemplo clássico de inovação é a ponte Octavio Frias de Oliveira, localizada em São Paulo, Brasil. Nesta ponte há a presença de dois tabuleiros curvos, de diferentes níveis altimétricos, sustentados por um único mastro central.
A ponte estaiada extradorso é uma mistura de uma ponte comum, com vigas, e uma ponte estaiada. Nesta geometria a torre é mais baixa que nas pontes estaiadas comuns, de maneira que os cabos cheguem ao tabuleiro em ângulos pequenos. Com isso, os esforços de compressão no tabuleiro são elevados.
Este tipo de geometria é interessante quando se tem uma limitação na altura da torre a ser construída, devido a interferências com o local onde a mesma será executada.
Como exemplo pode-se citar a ponte Odawara Blueway, que foi a primeira ponte extradorso construída. Finalizada em 1994 no Japão, esta ponte possui um vão principal de 122 m e comprimento total de 270 m. O tabuleiro de concreto protendido possui 16,2 m de largura e espessura variável de 2,2 m a 3,5 m. As torres possuem apenas 10,7 m acima do tabuleiro, o que mostra como este tipo de ponte possui torres muito menores que nas demais pontes estaiadas.
A ponte estaiada com múltiplos vãos pode utilizar qualquer uma das geometrias descritas anteriormente, porém repetidas o número de vezes necessário para satisfazer aos objetivos propostos. Este tipo de ponte vem sendo largamente usado principalmente nas regiões onde se tem grandes vãos, tais como vales, rios e grandes montanhas.
Como exemplo, pode-se citar o Viaduto de Millau sobre o vale do Rio Tarn, próximo de Millau no sudoeste da França, sendo esta a ponte mais alta do mundo aberta ao tráfego de veículos, com 343 metros de altura.
Esta ponte foi projetada pelos engenheiros Benoit Lecinq e Michel Virlogeux, contando também com o projeto arquitetônico de Norman Robert Foster e com a consultoria técnica de Jean-Claude Foucriat, Jean Peccardi e François Schlosser.
A ponte é constituída por oito trechos estaiados com tabuleiro metálico, apoiados sobre pilares de concreto que variam de 77 a 246m, com diâmetro variável de 24,5m na baseaté 11 m no topo.
Sua construção foi iniciada em 10 de outubro de 2001 e só foi concluída em 14 de dezembro de 2004, além do prazo previsto em projeto, principalmente devido às dificuldades climáticas.
O tabuleiro metálico foi executado nas margens da ponte e empurrado por macacos hidráulicos guiados por GPS, deslizando o tabuleiro sobre os pilares de concreto e os pilares metálicos provisórios.
O tabuleiro é a parte da ponte por onde trafegam os veículos. O tabuleiro pode ser executado de diferentes maneiras, assim como ter diferentes geometrias, sempre buscando a forma que gere maior eficiência e menor custo.
Nas pontes estaiadas, o tabuleiro passou por muitos aprimoramentos, principalmente devido ao avanço nas modelagens matemáticas, que permitiram melhorar a geometria a ser utilizada. Com esse aperfeiçoamento, passou-se a conceber estruturas mais esbeltas, leves e, conseqüentemente, mais econômicas.
Nas primeiras pontes estaiadas, os espaçamentos dos pontos de fixação dos estais no tabuleiro eram, em geral, maiores do que os usados atualmente. Com isso, o tabuleiro precisava ser suficientemente rígido para resistir aos esforços de flexão longitudinal entre os pontos de fixação dos estais. Devido a este fator, predominaram na época os tabuleiros em estrutura metálica, pois se conseguia assim atingir a rigidez necessária sem a necessidade de ter um tabuleiro muito espesso e pesado, como acontecia com os tabuleiros de concreto.
Além do espaçamento, a maneira como o estai chega ao tabuleiro também gera influência sobre o mesmo. Quanto mais vertical for a chegada do estai, menores serão os esforços longitudinais atuando no tabuleiro e mais eficiente será o estai.
Os tabuleiros utilizados nas pontes estaiadas podem ser de diferentes materiais, cada um com suas vantagens e desvantagens, sendo eles, o tabuleiro de concreto, o tabuleiro metálico e o tabuleiro misto de concreto e aço.
Com a evolução da metodologia construtiva e dos materiais, as pontes estaiadas, que haviam sido executadas primeiramente com tabuleiros metálicos, passaram também a serem executadas com tabuleiros de concreto.
Para que essa mudança fosse possível dois métodos de execução se tornaram muito conhecidos: tabuleiros pré-fabricados e moldagens in loco através do método dos balanços sucessivos.
No método dos balanços sucessivos utilizando peças pré-fabricadas, as mesmas são içadas ao local fazendo-se as devidas ligações com as peças já instaladas na ponte. Este método acelera de maneira significativa a construção, uma vez que são evitados os problemas de montagem de armadura no próprio tabuleiro, concretagem da peça e aguardar o tempo mínimo de cura do concreto.
A ligação das aduelas, no caso de tabuleiros de concreto, se dá através de encaixes entre as peças, assim como pela aplicação de uma cola especifica nas faces de contato e realizando uma protensão horizontal entre as peças, de maneira a mantê-las unidas.
Já no método dos balanços sucessivos moldados in loco, cada novo trecho é executado no próprio local da obra, exigindo um canteiro de obras mais completo sobre o tabuleiro já construído. Este método é muito útil quando as condições geométricas e logísticas da execução da ponte não permitem que peças sejam içadas até o local da obra, seja devido à elevada altura da ponte ou pela existência de outra via passando por baixo da ponte.
As primeiras pontes estaiadas com seção de concreto se apresentaram como estruturas pesadas, de geometria robusta e com custo de execução elevado. Mas, com o tempo, a experiência e a tecnologia se desenvolveram de maneira a possibilitar um dimensionamento visando a uma estrutura de geometria otimizada, que seja resistente, aerodinâmica e leve ao mesmo tempo.
Pode-se notar a diferença significativa nas dimensões do tabuleiro, e também das torres, analisando as estrutura das pontes a seguir, que mostram claramente a evolução da técnica de se executar ponte estaiadas com tabuleiro de concreto.
Nota-se na Ponte Maracaibo, uma das primeiras pontes estaiadas feitas inteiramente de concreto, que o tabuleiro e as torres são peças de grandes dimensões. Isso se deve à maneira como a estrutura foi concebida. Visualmente já se percebe a quantidade de material que foi necessária para executar esta obra e o custo elevado para sua execução.
Na Ponte Rion Antirion, localizada na Grécia e construída em 2004, nota-se uma completa diferença em relação à ponte Maracaibo. Nesta ponte, a elevada quantidade de estais, assim como seu pequeno espaçamento longitudinal, permite que o esforço predominante atuando no tabuleiro seja o momento transversal, de maneira que se obtenha um tabuleiro mais leve, esbelto e econômico, diferente da ponte Maracaibo, na qual o esforço predominante é o momento longitudinal.
Outro fator que permitiu que as seções se tornassem mais esbeltas foi o concreto protendido, que possibilitou a adoção de estruturas vazadas. Estas seções são muito vantajosas, uma vez que reduzem o consumo de material, e aliviam o peso da estrutura.
O concreto protendido trouxe inúmeras vantagens às pontes estaiadas, pois permitiu que se aproveitasse ao máximo a melhor qualidade do concreto, que é a resistência a compressão, fazendo com que haja uma considerável redução nos efeitos de flexão do tabuleiro.
Um dos exemplos deste tipo de solução é a ponte Brotonne, localizada na França. Sua seção transversal é composta por peças pré- fabricadas protendidas. Esta geometria foi concebida de maneira que os esforços que atuam no tabuleiro sejam transferidos para o ponto central de suspensão pelos estais.
A ponte Barrios de Luna, localizada na Espanha, é outro exemplo típico de como a solução de seções de concreto protendido pode ser viável e econômica. Esta ponte possui um vão central de 440m, sendo o maior vão da época em que foi construída, e seção transversal vazada. Nota-se que esta seção de 22,5 m de largura e 2,30 m de espessura é esbelta para o seu comprimento de 440 m.
Os tabuleiros com seção de aço foram muito utilizados nas primeiras pontes estaiadas, tanto pela relativa facilidade de execução quanto por ser um material bem conhecido e estudado na época graças às inúmeras pontes metálicas em arco construídas neste período.
Em geral, os tabuleiros de aço são até 80% mais leves que os tabuleiros em concreto, porém estes se apresentam mais caros de serem executados que os tabuleiros de concreto. Com essa diferença de peso, os tabuleiros metálicos geram uma redução do peso total da estrutura e, consequentemente, uma redução nas dimensões dos estais, pilares e fundações. Este fato faz com que as pontes com seções metálicas se tornem tão atraentes quanto as pontes com seções de concreto, e sua escolha dependerá das preferências do projetista e do partido arquitetônico desejado e, acima de tudo, do custo esperado para a obra. No Brasil o custo para a execução de pontes estaiadas com tabuleiro metálico é muito elevado devido ao preço cobrado pelo material e pelas empresas que executam este tipo de estrutura.
A utilização de tabuleiros de aço normalmente é mais interessante em estruturas de grandes vãos, pois em estruturas menores o alivio de peso não é tão perceptível.
Outro fator importante para a decisão de qual material a ser utilizado é a fadiga do material. Tanto em estruturas de concreto quanto em estruturas metálicas este fator deve ser considerado, mas cada material possui suas particularidades.
Além disso, a verificação da ação do vento também é importante, devido à redução do peso da estrutura, o que a torna mais suscetível a oscilações, uma vez que a massa a ser deslocada é menor.
Como exemplo deste tipo de solução, pode-se mencionar a Ponte Stonecutters, em Hong Kong. Dimensionada para resistir à ação de ventos de elevada velocidade de projeto, aproximadamente 95 m/s, a ponte de 1018 m de vão livre, que é atualmente o segundo maior vão livre do mundo, possui tabuleiro duplo em estrutura metálica, composto por caixões de aço com placasortotrópicas.
Nos tabuleiros mistos, com a utilização do aço e do concreto, podem-se obter inúmeras vantagens, sendo algumas delas:
Redução no peso da seção devido à utilização de perfis metálicos;
Facilidade no transporte e instalação dos perfis metálicos;
Durabilidade da laje de concreto;
Rapidez na execução.
Um exemplo deste tipo de solução é a Ponte da Passagem, localizada em Vitória, no Espírito Santo. Esta ponte foi projetada pelo engenheiro Karl Meyer, e é composta por mastros metálicos e tabuleiro misto de concreto e aço.
Para a execução do tabuleiro, existem alguns métodos construtivos que foram largamente utilizados durante a construção das pontes estaiadas, sendo os principais:
A metodologia escorada mostra-se uma das mais limitadas, uma vez que o custo com escoramento e cimbramentos é muito alto, principalmente em locais onde o tabuleiro se encontra muito distante do solo. Onde há a travessia de rios ou mar o cimbramento mostra-se praticamente inviável pelo seu custo e dificuldade de execução.
Fotos da Visitas
Referências Bibliográficas
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TORNERI, P. - Comportamento estrutural de pontes estaiadas: comparação de alternativas. 2002. 272 p. Dissertação (Mestrado) - Escola Politécnica, Universidade de São Paulo, São Paulo, 2002.
VARGAS, L. A. B. Comportamento estrutural de pontes estaiadas: efeitos de segunda ordem. 2007. 127 p. Dissertação (Mestrado) - Escola Politécnica, Universidade de São Paulo, São Paulo, 2007.
MASP
Resistência do concreto
 O concreto, como material de construção, entendido como uma pedra artificial resultante da junção de um ligante com materiais pétreos, pode-se afirmar, ser o mesmo tão antigo quanto à civilização. Possivelmente, entre 9000 e 7000 antes de Cristo, a cal já era utilizada, misturada com pedra para a construção de pisos, dentro do conceito de concreto acima explicitado. De acordo com Malinowski e Garfinkel, escavações na cidade de Jericó, na região da Galiléia, revelaram a existência de pisos construídos com material semelhante ao concreto atual, o que, segundo os autores, questiona o conceito firmado, atribuindo aos gregos e romanos o pioneirismo do uso da cal e da pozolana na obtenção do concreto. Essas observações foram ressaltadas por Isaias, que também faz referência a Koui e Fitikos, os quais apresentam o estudo de um tanque de concreto para estocagem de água construído em Kamiros, na ilha de Rodes na Grécia, por volta de 1000 antes de Cristo. Segundo esses autores, estudos de laboratório evidenciaram a surpreendente qualidade desse concreto, submetido à inspeção atual, demonstrando que os gregos, há cerca de três milênios, tinham o conhecimento empírico da tecnologia do concreto. Relata ainda Isaias (2005, p.2), com base em Koui e Fitikos, que: “...a dosagem dos materiais, constituídos de seixo, agregados calcários médio e fino, com terra vulcânica e cal, como aglomerantes, foi mesclada em tal proporção que a curva granulométrica resultante quase se superpõe com a curva ideal proposta por Fuller, vinte séculos depois”. Conclui, citando, que esse concreto apresenta, atualmente, resistência à compressão de 13,5MPa, semelhante ao de uso frequente em fundações.
Em sequência histórica, o concreto da era romana, caracterizava-se pela utilização de uma argamassa de argila calcinada ou resultante de pedras vulcânicas calcinadas e uma areia vulcânica reativa de origem natural e de pedaços irregulares de pedra, ou ainda unindo blocos de pedras trabalhadas, nas faces externas das construções. Assim, conforme a obra traduzida diretamente do latim de Vitruvius, os romanos desenvolveram a sua tecnologia, dando o nome de “concretus” a esse material que significa “fundido” ou “misturado”. Dispunham da cal hidratada, pozolana, areia e pedra, com as quais preparavam argamassas e concretos “opus cementicium” aplicados à construção de estruturas, atendendo aos requisitos de segurança, utilidade e beleza. Segundo ainda a obra de Vitruvius, esses materiais reativos que compunham o concreto utilizado em edificações, não devem ser confundidos com a tradicional pozolana originária da cidade de Pozzuoli, próxima à Nápolis, que era utilizada exclusivamente em obras em contato com a água ou em fundações de pontes, conforme relata Isaias. A propósito, segundo observa Neville, a sílica ativa e a alumina das cinzas vulcânicas reagia com a cal produzindo o que hoje se conhece como cimento pozolânico. Essas cinzas ou tufos vulcânicos eram provenientes do Vesúvio, localizado na região de Pozzuoli acima referida, estendendo-se assim, como comenta Souza Coutinho, essa designação de pozolana ao conjunto de materiais naturais ou artificiais dotados dessas propriedades reativas. Idorn faz referência que os romanos dominavam adequadamente a utilização das pedras, tijolos e concreto-massa, não constatando, no entanto, o emprego de armaduras de ferro.
Isaias observa ainda que, diversas obras do Império Romano, resistem até hoje, algumas delas em ruínas, por ações de guerra e demolições, no entanto com o aglomerante ainda firme e resistente. Entre elas, o Coliseu Romano, construído por Vespasiano entre 69 e 79 d.C., a ponte Du Gard, próxima de Nimes, na França, e o aqueduto de Segóvia na Espanha. Destaca a obra do Pantheon, em Roma, citando como: “obra executada com perícia e domínio tecnológico, com traços de concreto dosados em diferentes densidades, erguido por Agripa em 27 a.C., destruído pelo fogo e reconstruído novamente ao redor de 120 d.C”. Observam Menucci e Priszkulnik que a extraordinária durabilidade das diversas estruturas do Império Romano, está intimamente vinculada ao emprego do aglomerante composto de cal hidratada e pozolana, que, em presença da água, à temperaturas ordinárias, resultam em compostos com propriedades hidráulicas, resistentes e duráveis.
As obras do “Phanteon”, da “Pont du Gard” e do “Coliseu” da Idade Média, Neville aponta que houve declínio geral na qualidade e uso do cimento e somente no século XVIII, se registrou avanço da tecnologia desse material. Conta a história, que, em 1756, John Smeaton, encarregado de reconstruir o farol de Eddystone, ao largo da costa de “Cornish”, descobriu que se obtinha uma argamassa melhor, quando a pozolana era misturada ao calcário com elevado teor de argila. Identificando, assim, a importância da argila, até então, considerada indesejável, Smeaton foi o primeiro a entender as propriedades químicas da cal hidráulica e a estabelecer, segundo Davis, como fundamental a presença da argila na rocha calcária, para garantir as propriedades hidráulicas às referidas argamassas. Seguiu-se, nesta época, o desenvolvimento de outros cimentos hidráulicos como cimento romano, obtido pelo inglês James Parker, em 1796, que segundo Dorfman, é um dos mais antigos marcos citados como percussores do cimento moderno. Observa este autor, que: “o cimento romano era produzido pela britagem, queima e moagem, exatamente nesta ordem, de uma rocha rica em calcário e argila”, e, ainda, conforme comenta Quietmeyer esse cimento se constituía em uma tentativa no fim do século XVIII, de se conseguir uma argamassa com propriedades hidráulicas.
Segundo Dorfman, o francês Jean Louis Vicat teve o mérito de em 1813, obter pela primeira vez a cal hidráulica artificial. Este renomado pesquisador publicou, o resultado de suas pesquisas, em trabalho intitulado: “Rechérches éxperimentales sur les chaux de construction, les bétons et les mortiers ordinaires”, no qual descreve uma série de experiências e seusresultados referentes à argamassas e concretos feitos com diferentes misturas de cales naturais e argila. Também, observa Ferrari que nesse ano de 1818, Maurice de Saint´Léger, sob orientação de Vicat, patenteou o processo de fabricação de cales hidráulicas artificiais, obtidas da calcinação de calcário e argilas à temperatura de ordem de 1000ºC, e que, somente a partir de 1826, inicia-se a fabricação regular da cal hidráulica artificial numa instalação situada em Moulineaux, perto de Paris.
No mesmo período, em 1824, Joseph Aspdin, patenteia na Inglaterra, o “Cimento Portland” como o produto obtido pela mistura em proporções apropriadas de materiais contendo sílica, alumina e óxido de ferro aquecido até a temperatura de clinquerização, moendo-se o clínquer resultante. A designação “Cimento Portland” foi dada devido à semelhança de cor e qualidade com o calcário da ilha de Portland. Newlon Jr. faz referência que o processo patenteado por Aspdin, difere do processo de Maurice de Saint-Léger, quanto à temperatura de calcinação, que é bastante mais alta.
A caracterização do cimento portland descrita acima é praticamente a mesma referida em várias normas atualmente no mundo, incluindo-se a adição de gesso após a queima e a possibilidade da adição de outros materiais.
Por oportuno o francês Rondelêt, publicou em 1802, o “Traité de l’Art de Bâtir”, posteriormente traduzido para o inglês, o alemão, o italiano e o espanhol. Este tratado trouxe, segundo Mislin importante contribuição para o desenvolvimento do concreto, apresentando a técnica do “Pisé”, precursora das técnicas modernas de concretagem. Observa Dorfman (2003, p. 29) que: “...tanto o procedimento de canteiro quanto os equipamentos, ferramentas e os materiais que fazem parte da técnica do Pisé, estão descritos na obra de Rondelêt, correspondendo perfeitamente às técnicas características dos tratados de construção e arquitetura publicados a partir do início da Revolução Industrial”.
Consta da ampla literatura sobre a história do concreto, que a primeira publicação sobre “cimento armado”, como era conhecido o concreto armado até 1920, foi de autoria do engenheiro francês, o qual se refere a construção de um barco com um material denominado por ele de “ferciment” que corresponde a uma parede delgada de argamassa de cimento armada com malha de ferro, fabricado em 1849 e patenteado em 1855, por ocasião da Exposição Universal de Paris. Cita Martorelli et al. que tomando como base a data de construção do barco de Lambot, a Câmara Sindical dos Construtores de Concreto Armado da França, comemorou em novembro de 1949, o centenário do concreto armado. Antes da patente de Lambot em 1855, o inglês W.B. Wilkinson, obteve em 1854, a primeira patente significativa concedida a elementos construtivos feitos de concreto e ferro, produzindo lajes com esses materiais, como se refere Dorfman.
Partindo da ideia da associação de barras de ferro à argamassa, um comerciante de plantas ornamentais, paisagista e horticultor, Joseph Monier, em 1877, patenteou um método para construção de vasos de plantas, de “cimento armado”, sem embasamento teórico, e apenas com base no seu espírito prático e tino para negócios, como aponta Vasconcelos.
Mais significativas que as patentes anteriores, para o concreto armado de hoje, conforme Peters, foram às obtidas pelo norte-americano Thaddeus Hyatt no período de 1871 a 1881, na Inglaterra, em lajes e vigas em concreto armado comentário enfatizado por Dorfman. Comenta Vasconcelos, que o advogado Thaddeus Hyatt, era possuidor de grande capacidade inventiva e de muito interesse por assuntos técnicos, realizando diversos ensaios com o concreto nos anos de 1850.
Em 1886, Gustav Wayss adquire de Monier a patente para produzir construções com esse material na Alemanha e juntamente com Matthias Koenen, publicam os fundamentos teóricos sobre concreto armado. Ao fazerem este relato Vasconcelos e Isaias comentam que seis anos mais tarde, em 1892, François Hennebique, na França, tornou essa modalidade de construção amplamente conhecida, ao modificar as patentes até então existentes. Ainda, segundo Kaefer, Hennebique difundiu a sua atuação pelo continente Europeu, e pelas América, África e Ásia, com diversos escritórios e patentes de utilização do concreto. Observa, no entanto, Isaia (2005, p. 45) que: “...apesar do sucesso empresarial de Hennebique até a primeira década do século XX, foi o engenheiro alemão Gustav Wayss, por meio de sua empresa construtora Wayss & Freytag, quem disseminou o uso do concreto, estabelecendo filiais em vários países: primeiramente na Argentina e no Uruguai, na América do Sul e, após no Brasil”.
No início do século XX; acrescenta Dorfman surgiu o “béton frétté”, considerado a contribuição mais significativa do francês Louis Armand Considére, à ampliação do uso do concreto, que consistia na aplicação de armaduras em espiral em colunas, princípio até hoje utilizado em pilares e em estacas. Conforme Draffin, também comentado por Dorfman apesar de Hyatt já haver patenteado o uso de armaduras em espiral, esta utilização ficou associada à patente do “béton frétté” proposta por Considére.
No Brasil, a história da introdução do concreto armado, está intimamente associada ao nome do engenheiro Emílio Baumgart, considerado por Vasconcelos como o “pai do concreto armado no Brasil”. Durante os seus estudos, Baumgart, relata Vasconcelos, estagiou com o alemão Lambert Riedlinger, que havia chegado ao Brasil em 1912, e fundado a Companhia Construtora em Cimento Armado. Com a experiência adquirida com Riedlinger, Baumgart, ainda como estudante, projetou a ponte Maurício de Nassau em Recife. Outros nomes citados pelo Prof. Augusto Carlos de Vasconcelos, associados aos primórdios da história do concreto armado no Brasil, são os de Saturnino de Brito, construtor das obras de saneamento nas cidades de Santos e do Recife nas primeiras décadas do século XX, e dos engenheiros Antônio de Paula Freitas no Rio de Janeiro, Antônio Alves Noronha, Paulo Fragoso, Sérgio Marques de Souza e Ary Frederico Torres, diretor do Laboratório de Ensaios de Materiais da Escola Politécnica da Universidade de São Paulo, entre outros. O engenheiro Ary Torres publicou em 1927 trabalho pioneiro, no Boletim EPUSP nº 1, intitulado “Dosagem dos Concretos”.
Neste estudo, Hyatt chegou a seguinte conclusão: que a resistência à compressão da massa de concreto localizada acima da linha neutra de uma viga seria suficiente para equilibrar a resistência à tração da porção localizada abaixo da linha neutra. Ao mesmo tempo sugeria a colocação de barras de ferro na porção inferior da viga, abaixo desta linha para garantir-se a resistência à tração da peça. Refere-se Vasconcelos à excepcional sensibilidade de Hyatt na percepção do comportamento do concreto nos ensaios que realizava. Faz menção ao caso de duas vigas ensaiadas por Hyatt, comentando, a propósito, que: “se pode apreciar sua notável intuição ao ancorar admiravelmente bem os estribos e prever a inflexão da armadura inferior na direção dos apoios”. Outra contribuição importante de Hyatt, enfatizada por Dorfman foi a verificação da resistência do concreto armado ao fogo, a qual ele atribuiu estar baseada na semelhança entre os coeficientes de dilatação de ambos os materiais. Com respeito ao trabalho supracitado de Thaddeus Hyatt, Collins chama a atenção sobre a fundamentação, com base nos cálculos matemáticos e desenhos, das citações e conclusões nele contidas, valorizando o seu caráter científico, fato este também apontado por Dorfman. 
Este último autor se refere também, aos relatórios apresentados à Sociedade de Engenheiros Civis da França, em 1894, por Edmond Coignet e N. de Tedesco, intitulado: “Le calcul des ouvrages en ciment avec ossature métallique”. Neste trabalho, segundo Cowan e Emperger, depreendem-se duas conclusões importantes; que também, segundo Dorfman, pelos seus significados, contribuíram para a formulação de uma teoria do cálculo de estruturas de concretoarmado. A primeira dessas conclusões é que: é possível se considerar o concreto armado como material homogêneo, e, a segunda: é, que, para tanto, se introduza no método de cálculo, um fator que representa a relação entre os diferentes coeficientes de elasticidade do concreto e do metal. Conforme os autores supracitados, a segunda destas conclusões tornou possível corrigir o erro cometido por Mathias Koenen, em um artigo publicado em 1886 na Alemanha na “Zentralblat der Bauverwaltung” (Folha Central da Administração de Obras), sobre a posição equivocada da linha neutra na metade da altura da seção resistente de uma viga de concreto armado. Apesar deste fato, Koenen é unanimemente apontado na literatura, como um dos responsáveis pela fundamentação teórica-científica do cálculo de estruturas de concreto armado. Vasconcelos comenta que foi Mathias Koenen, encarregado, como engenheiro de órgão público na Alemanha, de conduzir os trabalhos de provas de carga, promovidas por Gustavo Wayss, com a finalidade de provar que existiam vantagens econômicas ao se colocar armaduras de ferro dentro do concreto. Com base nestes trabalhos, Koenen, então, concluiu que a função do ferro deveria consistir em absorver as tensões de tração, ficando para o concreto, sozinho, a responsabilidade de resistir às tensões de compressão.
Com relação à consideração da resistência dos materiais nos métodos de introdução da segurança no projeto das estruturas de concreto, Helene e Terzian chamam a atenção, inicialmente, sobre a importância do controle da resistência do concreto das estruturas. Avaliar se o que está sendo produzido, está em correspondência com o que foi previamente adotado no dimensionamento da estrutura, faz parte da própria concepção do processo construtivo como um todo.
Os métodos de dimensionamento de estruturas desenvolvidos a partir do século XX, em vários países, eram baseados em princípios deterministas para os carregamentos e deformações, com a adoção de coeficientes visando estabelecer uma “margem de segurança” de utilização da estrutura com relação à sua ruína. A introdução de conceitos probabilistas, considerando os carregamentos e as resistências dos materiais como variáveis aleatórias, foram propostos em 1949 por Balaca e Torroj.
Entre os anos de 1960 e 1980, as experiências internacionais normativas sobre as estruturas de concreto e o desenvolvimento dos métodos estatísticos, trouxeram a reformulação de alguns conceitos anteriores, principalmente os relativos à consideração da resistência dos materiais nos métodos de introdução da segurança no projeto estrutural. A evolução do conhecimento das distribuições das resistências mecânicas dos materiais de construção, em particular o aço e o concreto, conduziu à discretização nos métodos de introdução da segurança no projeto estrutural, separando-as das demais variáveis inerentes ao projeto porém ainda desconhecidas. Comentam Helene e Terzian(1973, p.46): “esta separação, se por um lado contribui para melhor separação dos coeficientes de segurança à realidade, pois estes passam a representar um maior número de variáveis desconhecidas, por outro, aumenta a importância do controle da variabilidade dessas resistências, conforme se pode observar percorrendo historicamente a evolução dos métodos de introdução da segurança no projeto estrutural normalizado no Brasil”.
Em 1931, a Associação Brasileira de Concreto – ABC publicou o seu Regulamento que reuniu as recomendações de cálculo consagradas na época. O critério de dimensionamento apresentado tinha por base o método das tensões admissíveis. Neste método é admitida a limitação das tensões atuantes no elemento estrutural, aos valores do quociente das tensões médias de ruptura dos materiais por um coeficiente de segurança interno i >1, determinado empiricamente, englobando todas as incertezas. É criticado por Helene e Zagotis, uma vez que, além de não representar a segurança da estrutura, este coeficiente único não distingue a variabilidade das resistências dos materiais da variabilidade das ações e da variabilidade das características geométricas dos componentes estruturais; não incentivando a busca pela melhoria da qualidade na execução da estrutura, já que a sua homogeneidade não é refletida no dimensionamento. Não permitia também o aproveitamento do controle eventual que se efetuasse sobre uma dessas variáveis. Fusco, analisa, do ponto de vista da resistência do concreto, sob três aspectos fundamentais, constantes do capítulo V do referido Regulamento.
Na primeira metade do século XX, quando o concreto protendido passou a ser utilizado em mais larga escala, alguns estudiosos desenvolveram processos de protensão. Normalmente esses processos eram patenteados e apenas executados por empresas especializadas. Inicialmente existiam apenas dois processos, ou sistemas, de protensão: o de Eugene Freyssinet (francês) e o de Diwidag (alemão). No decorrer de alguns anos foram desenvolvidos vários processos de protensão. Na Alemanha chegaram a existir mais de 20 sistemas patenteados. Com o passar do tempo os processos técnica e economicamente vantajosos se firmaram no mercado.
Atualmente, a maioria das empresas especializadas na execução de estruturas protendidas possui uma concessão para a utilização de algum processo patenteado, obviamente pagando royalties para o detentor da patente. Existem processos e equipamentos patenteados. Pode-se comprar ou alugar apenas os equipamentos e inventar o próprio processo de protensão.
O sistema Freyssinet, por exemplo, utiliza cordoalhas de fios e cunhas metálicas para a ancoragem dos cabos protendidos. Já no processo Diwidag, os cabos são constituídos de barras lâminadas com roscas e a ancoragem é feita através de porcas metálicas.
A menos que o calculista de concreto protendido adquira uma concessão para utilizar um processo patenteado, tornando-se assim um executor de obras protendidas, seu trabalho normalmente se limita ao projeto, ficando os detalhes da execução a cargo de uma empresa contratada especificamente para esse fim. Essa empresa, geralmente uma concessionária de um sistema patenteado consolidado, possui o domínio das técnicas e dos equipamentos envolvidos no processo.
É importante esclarecer bem a diferença conceitual que existe entre os termos sistema de protensão e tipo de protensão. Genericamente, os sistemas de protensão se reduzem a dois basicamente, a saber, protensão com aderência inicial e protensão com aderência posterior. Ou seja, o elemento distintivo é a ocasião em que se dá a aderência da armadura protendida com o restante da peça em relação à cura do concreto. A expressão sistema de protensão, pode ser utilizada ainda para fazer referência a um processo específico como, por exemplo, o sistema Freyssinet. Já o termo tipo de protensão se refere ao efeito final da força de protensão sobre uma peça, sob o ponto de vista das tensões atuantes, que pode se caracterizar como protensão completa ou protensão parcial. Essas expressões, seus significados e derivados serão tratados com mais profundidade nos tópicos seguintes.
A protensão com aderência inicial é muito empregada na fabricação de pré-moldados de concreto protendido. Nas pistas de protensão, a armadura ativa é posicionada, ancorada em blocos nas cabeceiras e tracionada. Em seguida, a armadura passiva é colocada, o concreto é lançado e adensado, e a peça passa pela fase de cura. Após a cura, as formas são retiradas, os equipamentos que mantinham os cabos tracionados são liberados e os fios são cortados, transferindo a força de protensão para o concreto pela aderência, que nessa ocasião deve estar suficientemente desenvolvida.
Neste caso de protensão com aderência posterior é aplicada sobre uma peça de concreto já endurecido e a aderência se dá posteriormente, através da injeção de uma calda de cimento no interior das bainhas, com o auxílio de bombas injetoras. Geralmente, os cabos são pós-tracionados por meio de macacos hidráulicos especiais, que se apoiamnas próprias peças de concreto já endurecido. Quando a força de protensão atinge o valor especificado, os cabos são ancorados por meio de dispositivos especiais. Nos sistemas mais comuns são utilizadas placas de ancoragem com cunhas metálicas ou de argamassa de alta resistência. Em outros processos, usam-se porcas especiais, grandes blocos de concreto de ancoragem, etc.
Via de regra, os sistemas de protensão com aderência posterior são patenteados em função, principalmente, das particularidades dos dispositivos de ancoragem, do processo e dos respectivos macacos hidráulicos utilizados para tracionar a armadura. Dentre os processos mais utilizados, pode-se citar os sistemas Freyssinet, Diwidag, VSL, Baur- Leonhardt, etc.
A protensão é aplicada sobre uma peça de concreto já endurecido não havendo, entretanto, aderência entre os cabos e o concreto. A inexistência de aderência refere-se somente à armadura ativa, já que a armadura passiva sempre deve estar aderente ao concreto.
Em alguns sistemas de protensão sem aderência, a armadura ativa é colocada em dutos formados por bainhas metálicas ou de plástico. Após a aplicação da força de protensão, as bainhas são injetadas com graxa para que a armadura fique protegida da corrosão.
Utiliza-se também outros sistemas de protensão sem aderência nos quais os cabos são colocados externamente à peça de concreto já moldada, como no caso de vigas armadas com tirantes externos. Essa solução é mais frequente em obras de reforço de estruturas pré- existentes, muito utilizada na recuperação de pontes. Durante a construção da hidrelétrica de Itaipu, a empresa de Furnas reforçou todas as pontes do trajeto Rio-Foz do Iguaçu, por onde foram transportadas as turbinas da usina, a partir dos portos do Rio de Janeiro e de Santos, através da protensão de cabos externos sem aderência 
A utilização de armaduras de protensão não-aderentes é relativamente polêmica. Alguns países possuem tradição no uso desta solução e outros não. Nos EUA a protensão sem aderência é muito utilizada. Esse sistema também foi empregado na Austrália durante algum tempo mas posteriormente foi abandonado. No Brasil não existe tradição na utilização deste tipo de solução, tanto que a norma brasileira não informa sobre o assunto.
O dilema na escolha de protensão com ou sem aderência se deve às vantagens e desvantagens que um sistema apresenta em relação ao outro. As vantagens da protensão não-aderente são as seguintes, permite posicionar os cabos com excentricidades maiores, permite a proteção do aço contra corrosão fora da obra, permite a colocação dos cabos de forma rápida e simples, perdas por atrito muito baixas e eliminação da operação de injeção.
As vantagens da protensão com aderência são as seguintes, aumento de capacidade das seções no estado limite último, melhoria do comportamento da peça entre os estágios de fissuração e de ruptura, a falha de um cabo tem consequências restritas (incêndio, explosão, terremoto).
Os cabos aderentes, além de introduzir o esforço de protensão numa peça de concreto podem funcionar ainda como armadura convencional, graças à aderência entre o cabo e o concreto. Essa propriedade é muito importante para o comportamento da peça no que diz respeito à fissuração.
Os cabos não-aderentes funcionam apenas como elementos para aplicação da força de protensão. Em função da ausência de ligação entre o cabo e o concreto, sua contribuição para a resistência à ruptura da peça é limitada.
Tem-se constatado experimentalmente que nos primeiros estágios de carga de uma viga protendida, quando a seção de concreto ainda trabalha totalmente comprimida, o comportamento dos cabos aderentes e não-aderentes é semelhante. Não obstante, à medida que o carregamento transversal aumenta, até produzir a abertura de fissuras no concreto, o comportamento dos dois tipos de armadura muda.
Nos sistemas com aderência, ao se abrir uma fissura no concreto os cabos sofrem grandes deformações localizadas, na região no entorno da fissura. Em decorrência disso, a tensão no aço aumenta consideravelmente nesses pontos. Esse é o comportamento característico das armaduras convencionais do concreto armado. Por outro lado, nos cabos sem aderência, o valor absoluto de abertura de uma fissura se dilui em um comprimento muito grande do cabo, produzindo um alongamento unitário pequeno. Como consequência disso, o acréscimo de tensão no cabo também é pequeno.
A aderência da armadura influencia grandemente no comportamento à fissuração do concreto. Em vigas com cabos não-aderentes forma-se um pequeno número de fissuras com grande abertura. Os cabos aderentes, à semelhança da armadura de concreto armado, limitam a abertura de fissuras, conduzindo a um grande número de fissuras de pequena abertura. Esta última situação é preferível. Vigas com fissuras de pequena abertura apresentam melhor proteção contra corrosão das armaduras e melhor aspecto estético. 
Além de influenciar no problema da fissuração do concreto a aderência também influi na resistência última das vigas protendidas. Aumentando-se o carregamento transversal até à ruptura da peça, os cabos aderentes sofrem grandes acréscimos de tensão, devido aos alongamentos ocorridos nas seções com fissuras abertas, contribuindo eficientemente para o momento resistente. No caso de cabos não aderentes, como o alongamento decorrente de fissuras localizadas se distribui ao longo do cabo, os acréscimos de tensão são moderados e consequentemente a contribuição para o momento resistente da seção é menos eficiente. Para um mesmo carregamento, vigas com protensão sem aderência rompem para uma carga menor do que com protensão aderente e também apresentam flechas mais pronunciadas.
A influência da aderência no comportamento à fissuração e na resistência última das peças de concreto protendido tem assumido uma relevância considerável no meio profissional de modo que, mesmo diante das vantagens econômicas da protensão sem aderência, tem-se optado por utilizar cabos aderentes nos sistemas construtivos modernos.
O emprego de cabos não-aderentes fica limitado a situações em que a fissuração e a ruptura tenham importância secundária, ou ainda, a casos em que se deseja poder substituir ou reprotender os cabos. A NBR 7197, no item 4.3, prescreve que o concreto protendido sem aderência só pode ser empregado em casos especiais e sempre com protensão completa. Essa medida visa prevenir a formação de fissuras com grande abertura no concreto.
Os tipos de protensão estão relacionados aos estados limites de utilização referentes à fissuração. A protensão pode ser completa, limitada ou parcial, de acordo com as definições a seguir.
De acordo com a NBR 7197, item 4.1.1, existe protensão completa quando se verificam as duas condições seguintes: para as combinações frequentes de ações, previstas no projeto, é respeitado o estado limite de descompressão, ou seja, para as situações em que atuarem a carga permamente e as sobrecargas frequentes, não se admite tensão de tração no concreto e para as combinações raras de ações, quando previstas no projeto, é respeitado o estado limite de formação de fissuras.
A protensão completa, também comumente chamada de protensão total, proporciona as melhores condições de proteção das armaduras contra a corrosão e limita as flutuações de tensões no aço a valores moderados. Esses fatores tornam essa modalidade de protensão muito interessante nos casos de obras situadas em meios muito agressivos. Entre as várias situações em que a protensão completa é aplicável, pode-se citar: tirantes em concreto protendido, nos quais se deseja impedir a fissuração do concreto; sob cargas de serviço, o concreto do tirante permanece comprimido; reservatórios protendidos, nos quais se deseja garantir a estanqueidade do concreto; com o reservatório cheio, o concreto permanece comprimido, o que diminui o risco de fissuração; vigas formadas pela justaposição de peças pré-moldadas, sem armadura suplementar nas seções das juntas; as juntas construtivasnão armadas devem estar sempre comprimidas nas condições mais desfavoráveis de trabalho da estrutura em serviço.
Em princípio, não existe nenhuma limitação de ordem técnica que restrinja o emprego da protensão completa. Normalmente a opção pela protensão limitada se deve a motivos de natureza econômica.
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
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VIADUTO SANTA EFIGÊNIA
Ao final do século XIX, a cidade de São Paulo já assumia os ares da “Metrópole do Café”. Permanecia sonolenta em seus três primeiros séculos, o barulho do trem acordara a acanhada capital da Província. Surge uma nova cidade marcada pela substituição da taipa por tijolos e importação de novas técnicas e materiais. E a construção do viaduto do Chá simbolizou a ruptura da acrópole onde se implantava a cidade, atravessando as vertentes do Anhangabaú, abrindo o tradicional triângulo que a delimitava desde seus primórdios.
Como visto, a comunicação “em nível” entre o centro da cidade e o bairro do Chá era inovadora. Não apenas pelo encurtamento de trajetos urbanos, avultados com o subir e descer das encostas do vale, como especialmente para os bondes, à época de tração animal. Possibilitou-se, ainda, a efetiva ocupação do bairro do Chá.
Na relação de iniciativas, uma merece atenção especial nos primeiros anos do século XX: o projeto de um grande viaduto ligando o largo de São Bento ao de Santa Efigênia – o viaduto Santa Efigênia. Mas suas origens remontam ao final do ano de 1890.
Durante muitos anos, alçar os sítios da “cidade nova” ou a coxilha de Santa Efigênia significava atravessar árduos e íngremes caminhos. No curso das obras de urbanização, instaurado quase ao final do século XIX, e com a notícia da construção do viaduto do Chá era de se esperar o interesse em edificar outro viaduto, estabelecendo acesso entre os Largos de Santa Efigênia e de São Bento. O que até então era relegado a um plano de audaciosa engenharia e de consideráveis gastos municipais começou a ganhar corpo, configurando-se em uma obra aplaudida por todos. Ao final de outubro de 1890, o advogado Victor Marques da Silva Ayrosa apresentou à Intendência Municipal o projeto de um viaduto ligando o Largo de São Bento ao de Santa Efigênia. Poucos dias depois, já em novembro, um grupo de capitalistas e industriais, sob a firma social Carvalho & Companhia, apresentou também uma proposta. Em comum, além do viaduto, as propostas contemplavam uma linha de bondes e a abertura de uma rua por baixo do viaduto. Pleiteavam, ainda, a concessão de cinquenta anos de exploração, revertendo então o viaduto à municipalidade, além de solicitar as devidas desapropriações, por conta da intendência. O clima pouco amistoso marcou a negativa das propostas, com troca de acusações e discussões entre os requerentes clamando a si a originalidade da iniciativa.
Na sessão de 29 de julho de 1891, a Câmara recusou a proposta formulada pelo capitão Saturnino Antônio de Carvalho. Tratava-se da construção e exploração por sessenta anos de um viaduto entre o Largo São Francisco e a rua Sete de Abril. A investida implicaria na demolição do Largo da Memória e do Obelisco, o marco mais antigo da cidade, fato que trouxe repudio das autoridades. No ato n° 4 de 25 de novembro de 1893, o contrato celebrado com Bueno, Mendes e Serva foi rescindido. Igual negativa recebera a Companhia Viação Paulista, com a Resolução n°13 de 06 de fevereiro de 1893, referente à iniciativa de estender um viaduto na rua de São João, ligando o Largo do Rosário ao do Paissandu.
No ano de 1904, o vereador José Oswald Nogueira de Andrade apresentou ao Plenário uma solicitação de estudos, levantamentos e orçamento para a construção de um viaduto de trezentos metros, estimado em 700 mil dólares. Ressaltava, ainda, a importância do empreendimento para facilitar a comunicação entre vários bairros e as estações de estrada de ferro, sutilmente afirmando que a obra realçaria a administração pública.
O abundante crescimento da população paulistana, que no início do século XX atingia a impressionante marca de 400 mil habitantes, o alargamento da cidade e o crescimento do comércio e da indústria teriam sido os catalisadores da proposta do vereador. Alguns autores preconizam, entretanto, que a porção central da cidade começava a enfrentar adversidades com o congestionamento de bondes, carruagens e carros. De fato, esta foi a justificativa da qual o vereador valeu-se ao propor a idéia do viaduto.Não havendo respostas à solicitação, em especial devido ao custo considerado elevado, em 1906 os vereadores Candido Motta e Urbano Azevedo, atendendo a clamores públicos, ofereceram a reiteração do propósito.
Surge, então, o “Parecer n°47” da Comissão de Obras, apresentando um projeto de lei para ser submetido à deliberação da Câmara, com data de 23 de abril de 1906. Concluía-se a inadiável necessidade da execução do viaduto, definindo que as despesas com desapropriações e construções despenderiam cerca de 800 contos de réis, valor próximo ao estimado inicialmente para o viaduto do Chá. Definia-se, ainda, a adoção de estrutura metálica, sendo que deveriam ser convidados especialistas no assunto para a apresentação de propostas de fornecimento, formalizando a concorrência.
A propositura interessou os poderes municipais, pois permitiu que o projeto entrasse em discussão não somente pela Comissão de Obras, contemplando ainda a Comissão de Justiça, que, através do “Parecer n° 42”, apresentou um projeto de lei para ser submetido à deliberação da Câmara, e a Comissão de Finanças, através do “Parecer n°65”, autorizando a construção. Posta em votação, o vereador Celso Antonio Garcia da Luz foi voto vencido. Segundo Jorge (1985, p. 165), o vereador “ao servir-se de argumentos retóricos, disse: ‘é verdade que, como alegam os autores do projeto, esta obra poderá ser executada depois. Mas, se assim é, que necessidade temos de legislar já a seu respeito?’”.Desta forma, a lei n° 910, de nove de junho de 1906 autorizava o prefeito Antônio da Silva Prado a solicitar a construção do viaduto, de acordo com o anteprojeto apresentado pela Diretoria de Obras Municipais, em concorrência pública, por meio de empreitadas parciais ou totais até a quantia de 800 mil dólares, incluindo as desapropriações necessárias. Desta forma, em maio de 1908, a Prefeitura publicou o edital convocando os interessados à aceitação de variantes ao anteprojeto.
Nova investida de Silva Teles tornou a dificultar a realização do empreendimento. Em 27 de julho de 1908 o vereador apresentou um requerimento solicitando que os papéis referentes ao viaduto Santa Efigênia retornassem à Câmara para novas avaliações, suspendendo, assim, a publicação do edital de concorrênciaaté que a Câmara tomasse partido. A Comissão de Justiça interpelou o edital, mostrando-se favorável ao retorno dos papéis às considerações da Câmara, entretanto sem trazer prejuízos ao prazo da concorrência. Após longa discussão na Câmara, indeferiu-se o requerimento de Silva Teles, bem como o parecer da Comissão de Justiça. O segundo viaduto paulistano começava, então, a ganhar corpo.
Antes mesmo da realização da concorrência, a Prefeitura já buscava capitalizar o dinheiro necessário para a construção do viaduto. Desta forma, em 21 de maio de 1908 firmava-se o contrato entre a Municipalidade e “The Ethelburga Syndicate Limited” celebrando o empréstimo de 750 mil libras esterlinas. Tal operação custaria à Prefeitura o pagamento de juros a razão de 6% ao ano, amortizados semestralmente. Tratava-se da primeira dívida externa da municipalidade.
Ao final do processo de concorrência, as propostas foram analisadas pelo prefeito Antonio Prado, que, retornando ao cargo, se mostrara insatisfeito com os proponentes em virtude dos elevados custos envolvidos com a obra e, também, com a falta de estética adequada. Das vinte empresas construtoras proponentes, cinco foram selecionadas, por terem apresentado as necessárias condições para execução da obra.
As alterações propostas pelo prefeito eram consideráveis. Além da recomposição arquitetônica, com a substituição das vigas retas por arcos metálicos e adequações ao trânsito, aumentando-se a largura do leito de doze para 13, 60 metros, incluía ainda a revisão do custo da obra. No limiar de tal decisão, a Comissão de Justiça entende não ser suficiente a verba de 800 mil dólares aprovada pela lei n°910, que, como visto, incluía as obras da construção do viaduto Santa Efigênia e as devidas desapropriações. Uma vez alterado o projeto inicial, o prefeito solicita, no ofício n° 367, a autorização para despender mais 530 mil dólares, elevando-se o total das despesas a 1.330 milhões dólares. Entretanto, esclareceu-se que a quantia poderia ser reduzida a 1.250 milhões de dólares se obtida, como esperado, a isenção do governo federal de direitos para o material importado. Com o favorável parecer das Comissões de Obras e Finanças, providenciou-se a construção do viaduto. As cinco empresas escolhidas deveriam, portanto, apresentar novos projetos ou os mesmos com modificações para a escolha final.
O memorial de cálculo estático inicia descrevendo os carregamentos admitidos no projeto. Desta forma, além do peso próprio da estrutura, consideraram-se duas vias de “tramways”, com 1,44 metros de bitola, sendo percorridas, concomitantemente, por um veículo de maior peso, com 26 toneladas, somado à máxima quantidade de bondes comuns de forma a configurar a situação mais desfavorável para cálculo, com 12 toneladas cada. O restante da superfície, não percorrida pelos carros, seria preenchido por uma carga distribuída de 400 kgf/m². Por fim, consideravam-se duas cargas concentradas móveis em qualquer ponto do estrado, distanciadas em quatro metros, em um total de 12 toneladas.
Ao descrever o estrado, que seria executado em concreto armado, explicita-se que as tensões de tração seriam resistidas pelas armaduras de ferro, não se considerando a resistência do concreto à tração. Admitiu-se, ainda, que o módulo de elasticidade do aço seria 15 vezes maior que o do concreto, que seria dosado da seguinte forma: 250 quilogramas de cimento para 1,25 metros cúbicos de areia e pedregulho.
As transversinas seriam dispostas a cada 4,50 metros, paralelamente aos quatro muros que suportariam os arcos principais. Foram calculadas como vigas apoiadas nas extremidades, considerando-se os carregamentos já descritos: peso da estrutura, movimentação de “tramways”, carga de multidão e “carrossão”. Os arcos teriam 51 metros de vão e flecha máxima de oito metros, sendo os apoios articulados. Os esforços foram obtidos por linhas de influência, sendo a estrutura hiperestática um arco biarticulado.
Por fim, o dimensionamento da estrutura considerava, ainda, a influência da variação de temperatura de 30°C e o efeito do vento. Em contrapartida, Giulio Micheli encomendou o projeto, com os respectivos cálculos justificados, à firma “Societé Anonyme des Aciéres d’Angleur”, da região de Tilleur na Bélgica. O material fornecido era composto por um completo memorial de cálculo com 59 páginas, intitulado “Description et Calculs Justificatifs”. De fato a melhor qualidade e abundância de detalhes dispostos no projeto de Micheli inspirou confiança, sendo o escolhido na concorrência.
Segundo a proposta, que se traduziu na construção da passagem, a união do largo de São Bento à Igreja Nossa Senhora da Conceição de Santa Efigênia se daria através de um viaduto com tabuleiro superior e estrutura metálica. Foi construído em aço laminado, exceto os guarda-corpos de ferro fundido.
O memorial de cálculo, inicia- se com a descrição da construção,que foi dividida em cinco tramos: os dois extremos, com vigas retas de 2,50 metros de altura, alma cheia e trinta metros de comprimento, sendo que no trecho sobre a rua Brigadeiro Tobias a altura livre era de 5,70 metros; os três centrais em arco, também de alma cheia, com distância de 55,00 metros entre os eixos dos pilares. A extensão total do viaduto é, desta forma, de 225 metros, com declive de 6,027 milímetros por metro.
A largura entre os guarda-corpos é de 13,60 metros, dos quais 8,50 metros eram destinados à via carroçável, composta por um pavimento de granito sobre uma camada de 15 centímetros de areia grossa. Os passeios, com 2,55 metros de largura, eram compostos por uma camada de dois centímetros de asfalto sobre oito centímetros de concreto. O estrado era constituído por abobadilhas de tijolo comprimido, com espessura de 130 milímetros, sobre as quais repousavam os descritos calçamentos. Ao longo do viaduto eram estabelecidas duas linhas de bondes afastadas igualmente do centro, com bitola de 1,44 metros.
Nos dois trechos em viga, há quatro longarinas metálicas paralelas, com espaçamento lateral de 3,2 metros, e 30,6 metros de vão. As transversinas e os apoios do passeio em balanço estão dispostos a cada 3,67 metros. O assentamento das longarinas sobre os pilares dá-se, em um extremo, por apoios fixos com rótulas e, no outro, por apoios móveis, permitindo as variações de comprimentos oriundas das mudanças de temperatura.
Nos trechos centrais há quatro arcos metálicos paralelos, com o mesmo espaçamento lateral de 3,20 metros. Os arcos são triarticulados, havendo dois apoios fixos articulados, distantes em 53,50 metros, e uma rótula central, tendo a flecha 7,50 metros. Possuem seção retangular vazada, composta por quatro chapas ligadas por cantoneiras. O tabuleiro apóia-se nos arcos através de montantes verticais, dispostos a cada 3,67 metros.
A estrutura é contraventada transversal e inferiormente, tanto nos trechos de vigas retas como nos trechos em arco.Quanto às considerações para o dimensionamento da estrutura, o memorial explicita a adoção do milímetro como a unidade de comprimento e o quilograma como a de peso. Admitiram-se uma carga estática de 400 quilos por metro quadrado e uma carga rolante de duas fileiras de veículos de doze toneladas sobre dois eixos distantes em 2,40 metros, com um comprimento total de carga de dez metros. Considerou-se, ainda, a passagem de “tramways” com 26 toneladas dispostos sobre oito bogies, além do peso próprio da estrutura. Observa-se, portanto, que as cargas consideradas nesta proposta eram iguais às da proposta da firma Bromberg Hacker & Cia. O memorial tem se baseado em “rêglement du 29 Août 1891 du Gouvernement Français”, norma francesa da época – a primeira a definir as características de materiais empregados em pontes ferroviárias.
Os furos devidos aos rebites foram considerados no dimensionamento dos membros da estrutura. A quantidade e as dimensões dos rebites foram calculadas de forma que o esforço de cisalhamento do metal não ultrapassasse a razão de 4 para 5 do limite admissível. Admitiu-se,ainda, uma pressão devido ao vento de 270 kgf/m², considerando-se o viaduto descarregado. A mesma pressão se reduziria ao valor de 170 kgf/m² para as devidas combinações com os carregamentos verticais admitidos. Considerou-se, ainda, o peso específico do concreto como 2200 kgf/m³ e a pressão sobre o terreno de 6 kgf/cm².
Uma vez esclarecidas as hipóteses de cargas consideradas, procede-se ao dimensionamento dos membros da estrutura nos vãos de 30 metros, seguidos pelos trechos em arco. Constam no memorial os cálculos das vigas sob os trilhos e leito carroçável, os rebites, os montantes, as longarinas e arcos, os consolos dos passeios e contraventamentos, além das linhas de influência, dadas as devidas combinações de carregamentos, ação do vento, variação de temperatura e solicitações oriundas do processo de montagem.As páginas finais do documento são dedicadas às considerações de dimensionamento dos pilares de alvenaria. Era, de fato, um material bem detalhado e completo.
Sua influência é particularmente notável nos guarda-corpos e postes de iluminação do viaduto. Um grande corrimão interliga os topos dos montantes e dá fixação ao conjunto de volutas. As vigas externas são, também, decoradas com rosáceas de ferro fundido.
Com o favorável parecer das Comissões de Obras e de Finanças aprovou-se a construção do viaduto. Providenciou-se, de imediato, a importação da estrutura metálica, totalmente fabricada na Bélgica, de acordo com as plantas do projeto de Giulio Micheli, vencedor da concorrência.
Transportadas de navio até o Porto de Santos, as partes metálicas eram numeradas e previamente perfuradas, prontas para receberem os rebites. As obras de montagem ficaram a cargo da firma Lidgerwood Manufacturing Company Limited, iniciadas em princípios de 1910, com a colaboração técnica dos engenheiros Mario Tibiriçá e Giuseppe Chiappori.
Diversas disposições legais se seguiram, das quais se citam: a lei n° 1375, de sete de fevereiro de 1911, autorizava a desapropriação do terreno de Carlos Schorcht, cuja área totalizava 36,2 metros quadrados; lei n° 1382, de 17 de fevereiro de 1911, estabelece o acordo entre a Prefeitura e Antônio Alvares Leite Penteado para a compra do terreno com 402,37 metros quadrados, dos quais 116,2 seriam destinados à passagem do viaduto e o restante destinado ao prolongamento da travessa Paissandu, pelo preço de 25 mil dólares o metro quadrado; a lei n° 1445, de 12 de agosto do mesmo ano, declara de utilidade pública parte do prédio da rua Anhangabaú, com área de 21 metros quadrados; a lei n° 1454, de nove de setembro, estabelece a compra do prédio de n° 10 da rua Brigadeiro Tobias, pelo total de 10 mil dólares; pela lei n° 1468, de seis de novembro, João Pinto Vilella era indenizado em 17.500 mil dólares pelas servidões a que fica sujeito o prédio n° 37 da rua Anhangabaú.
Desta forma, a estrutura foi montada entre 1911 e 1913. Todavia, as dificuldades eram inúmeras. Não havia mão-de-obra qualificada o suficiente que garantisse a segurança na montagem da estrutura. O terreno do vale do Anhangabaú, um verdadeiro charco, obrigou a importação de um mestre de obras alemão: Johann Grundt, carpinteiro habituado com fundações.
A cota da base dos pilares foi adotada de acordo com os resultados das sondagens realizadas em dois pontos laterais de cada um deles. Realmente, apenas a grande profundidade encontrou-se terreno resistente, sendo em geral areia grossa e nem sempre em camadas suficientemente espessas. Desta forma empregou-se a fundação com estacas em todos os pilares, exceto um.
A cravação das estacas de madeira, ao total de 128 por pilar, com 30 centímetros de diâmetro e mínimo de seis a sete metros de comprimento, constituiu-se um dos pontos mais interessantes da obra. A grande profundidade das cavas, a má qualidade do terreno e pouco espaço para dar aos taludes rampa suficiente, somados à infiltração de água, obrigaram a adoção de um vigoroso escoramento. Para a cravação das estacas utilizou-se um bate-estacas de corrediças móveis, que acompanhavam as estacas em sua descida na cava escorada.
No pilar sobre o morro de São Bento, onde o terreno é um aterro em declive, apresentando grande diferença de nível para o pilar anterior, não foi possível utilizar estacas de madeira. Cogitou-se o emprego de estacas de concreto armado, tendo sido, inclusive, organizado um novo projeto. Mas o tempo necessário para a confecção das estacas e a falta de equipamento adequado à cravação inviabilizaram esta solução. Por fim, adotou-se outro meio de prevenir um possível recalque ou escorregamento do terreno: abriram-se poços, enchendo-os de concreto socado.
As mil e cem toneladas de estrutura metálica foram noticiadas nos jornais europeus que apontavam o viaduto como uma das mais modernas obras de engenharia.
A inauguração do viaduto Santa Efigênia ocorreu no dia 26 de julho de 1913. Às 17 horas, o prefeito da capital, o barão Duprat, cortou as fitas auriverdes enlaçadas nos postes do viaduto. Em seguida, o percorreu seguido por centenas de pessoas, a maioria homens de terno escuro, colete e chapéu coco ou palheta. Logo depois, dois bondes levando diversos funcionários da Prefeitura atravessaram o viaduto, seguidos por poucos automóveis. Os festejos seguiram com a distribuição de cartões numerados pela revista “Vida Moderna”, com direito aos prêmios sorteados na segunda-feira seguinte, dia 28, pela loteria de São Paulo. Ainda que as comemorações fossem menores do que as feitas vinte anos antes, com a inauguração do viaduto do Chá, diversos casais de todos os pontos da cidade foram presenciar a imponente estrutura iluminando a noite paulistana.
O entardecer de comemorações contrastava com a apreensiva manhã do mesmo dia. O público reuniu-se no local, muitos desconfiados apregoando a fragilidade da nova obra. Decidido, o condutor dá a partida no bonde puxado a burro em direção ao largo Santa Efigênia, no outro lado do vale do Anhangabaú. Respiração suspensa, a multidão acompanha o vagaroso veículo cruzar o viaduto. Bonde e condutor atingem seu objetivo sãos e salvos. Para elucidar qualquer dúvida remanescente nos paulistanos mais pessimistas, a experiência foi repetida, mas desta vez com pitadas de arrojo: uma frota de bondes, carregada de lastro, cruzou o viaduto com mais de 40 mil quilos. Provava-se, assim, o êxito da construção. As carruagens e carros não teriam mais que enfrentar a difícil ladeira de São João e os bondes, que subiam as ruas São Bento e XV de Novembro, passavam a contar com uma ligação eficiente entre os dois lados do Anhangabaú.
Durante algumas semanas, o viaduto foi o assunto mais comentado da cidade. A influente revista “Careta”, editada no Rio de Janeiro, dedicou sete páginas de sua edição de dois de agosto de 1913 ao importante melhoramento paulistano. Apesar de tratar-se de uma publicação comumente categorizada como humorística, a revista era um semanal sobre os costumes da época, o que não impediu que o viaduto fosse descrito com um texto bastante técnico, incluindo-se, ainda uma importante informação: o encontro dos arcos com as vigas retas, prevendo-se o empuxo resultante, foi reforçado.
Aberta à circulação, a obra promoveu nos dias seguintes o desafogo do trânsito, alterando o itinerário de várias linhas de bonde. Através do jornal “Correio Paulistano”, órgão que por contrato publicava as decisões do governo municipal, a população tomou conhecimento das seguintes modificações: nenhum bonde subiria mais a ladeira de São João para atingir a praça Antonio Prado; os bondes da Lapa, São João e Santana fariam o ponto de parada no Mercadinho (atual praça do Correio); os bondes Barra Funda entrariam na cidade pelo novo viaduto, seguindo a rua Líbero Badaró e viaduto do Chá; os bondes do Bom Retiro entrariam, também, no centro pelo novo viaduto, voltando pelo mesmo após rodear o largo de São Bento; os da alameda Glette entrariam no centro pelo mesmo viaduto, descendo a rua Líbero Badaró e tomando o viaduto do Chá; os outros carrosda mesma linha entrariam pelo viaduto do Chá, percorrendo as ruas do Triângulo; os de Higienópolis, Campos Elísios, avenida Angélica (n° 36) trafegariam pelo Triângulo, percorrendo as ruas do Rosário (atual XV de Novembro), Boa Vista, largo de São Bento e ruas Líbero Badaró, São João e Conselheiro Crispiniano.
Infelizmente, aliar-se-iam ao grande melhoramento vários registros policiais relativos a suicídios. O primeiro logo a 30 de julho de 1913, de Carmem Camera, de 21 anos, costureira de uma fábrica de coletes da praça da República. Tais fatos comoveram a cidade. Tanto que representação endereçada à Câmara pela Sociedade Espírita Santo Agostinho propunha a colocação de grossa rede de arame em toda a extensão e dos dois lados do viaduto, mas de resultado impraticável.
Por mais de sessenta anos poucas foram as alterações e reformas a que se submeteu o viaduto Santa Efigênia. Em cinco de janeiro de 1922, com a lei n° 2445, a Prefeitura obteve o crédito de 427.752 mil dólares para o alargamento do leito carroçável, afastamento dos passeios laterais, reforma do calçamento e pintura da parte metálica. Em aditamento, o prefeito Firmiano de Morais Pinto sancionou em cinco de fevereiro do mesmo ano a lei referente ao início daquelas obras. Nova lei, de quatro de fevereiro de 1925, amortizaria em 204 milhões de dólares o crédito especial aberto, destinado a arcar com a despesa do calçamento do leito com ladrilhos asfálticos.
Entretanto, a reforma feita em 1950 foi mais significativa, decorrentes 37 anos de sua construção. A empresa Metalmecânica foi contratada pela Prefeitura para os serviços de reparação e manutenção da estrutura. Uma considerável quantidade de peças encontrava-se excessivamente corroída, em especial as transversinas e longarinas. Os arcos, em compensação, não apresentavam pontos comprometidos. A pavimentação, constituída por paralelepípedos, possibilitava a infiltração de águas de chuvas ao longo dos trilhos dos bondes, comprometendo as estruturas e as abobadilhas que constituíam os apoios dos paralelepípedos.
Para a realização da obra, foi necessária a total remoção do calçamento, com a retirada dos trilhos e de todas as transversinas, com imediata substituição por perfis duplo “T”, fornecidos pela Companhia Siderúrgica Nacional. Executou-se, ainda, uma nova laje de concreto armado. Diversas volutas do guarda-corpo foram refeitas, aproveitando-se os montantes de ferro fundido. Engenheiro auxiliar da obra, Paulo Alcides Andrade ressalta que “em virtude do alto grau de corrosão das rótulas dos arcos, o sistema dimensionado como com arcos triarticulados, passou a se constituir em arcos engastados”.
Em 1950 as obras de reforma terminaram. Os ônibus, que desde 1940 eram impedidos, voltaram a circular, sem mais produzir os tremores que assustavam os paulistanos. Entretanto, o reparo da estrutura não impediu que fosse vista com desconfiança. Já se comentava, nessa época, a demolição do viaduto, em favor de um novo viaduto de concreto armado.
Uma vez realizada a reforma, o viaduto seria relegado pela Prefeitura, não recebendo maiores atenções. Vez por outra se ouvia alguma notícia, como a proposta de um vereador, em 1959, para a substituição da escada de ferro que liga o viaduto ao vale do Anhangabaú por uma escada rolante. Tal como esta iniciativa, o destino do viaduto era ignorado.
Entretanto, em 1964, a passagem voltou à pauta de discussões públicas. Jornais de oito de outubro desse ano publicaram matérias com o título “Perto do fim”. Isto graças ao vereador Francisco Batista que, na Câmara Municipal, denunciava as más condições de segurança do viaduto. Como argumento, o vereador baseava-se na declaração de 1937 do então interventor federal de São Paulo, Ademar de Barros, que afirmava que o Santa Efigênia duraria mais trinta anos aproximadamente. Em seguida, requereu ao prefeito Prestes Maia e ao Instituto de Pesquisas Tecnológicas que promovessem rigorosas vistorias técnicas no viaduto, a fim de que fossem verificadas as reais condições de resistência da obra.
Apesar das solicitações, muito pouco foi feito. Em dois de fevereiro de 1972, nova matéria, do jornal “A Folha de São Paulo”, dava como certa sua demolição. Informava-se que seria suplantado por uma passagem com maior capacidade de tráfego, tendo o prefeito Figueiredo Ferraz já responsabilizado a Secretaria Municipal de Obras de contratar um projeto para a nova estrutura. Segundo informação divulgada oficialmente pelo secretário Otavio Camilo Pereira de Almeida, o novo viaduto seria construído enquanto o largo São Bento estivesse interditado ao tráfego, devido à construção da estação de metrô no local. Pregava-se, ainda, que a nova construção não deveria ter pilares no meio do vale do Anhangabaú, possibilitando à Prefeitura implantar, sem grandes problemas no futuro, uma passagem de nível entre a rua Senador Queiros e a avenida Prestes Maia.
Apenas quatro dias após a sentença, em seis de fevereiro de 1972, o viaduto recebia um novo alento. Nova matéria do jornal a Folha de São Paulo dava conta de que Arnaldo D’Avila Florence, membro do Conselho de Defesa do Patrimônio Histórico Artístico e Arqueológico do Estado, havia realizado uma conferência no Instituto Histórico e Geográfico do Estado sobre a anunciada demolição do viaduto, considerado um dos principais marcos artísticos e históricos da cidade. Defendeu-se a tese de que a Prefeitura deveria encontrar uma solução técnica para o problema de trânsito no local, de modo a preservar a estrutura. Citava-se como exemplo os “Arcos da Lapa”, no Rio de Janeiro, restaurado durante a administração de Carlos Lacerda. Por fim, Arnaldo informava que o Conselho ao qual pertencia encaminhara um ofício ao prefeito Figueiredo Ferraz, solicitando a confirmação oficial da notícia de que o viaduto seria demolido. Afirmava, ainda, que em conversa pessoal o prefeito confidenciara a intenção de preservar o que restava do patrimônio histórico e artístico da cidade, tendo inclusive anunciado a disposição de restaurar o Jardim da Luz.
O vigor de Arnaldo trouxe sobrevida ao viaduto e, em 18 de julho de 1975, o prefeito Olavo Setúbal determinava que a estrutura, que completara 62 anos, seria reformada e conservada pela municipalidade. Desta forma, a passagem serviria como via de pedestres na ligação com a nova praça de São Bento, após a conclusão da estação de Metrô no local. No mesmo ano houve, ainda, mais uma boa notícia para a passagem: o viaduto passou a ser protegido como patrimônio histórico pela Lei Municipal de Zoneamento.
Entretanto, poucas medidas foram tomadas e os aspectos de indiferença e abandono tomaram o viaduto. Apenas no final de dezembro realizou-se alguma modificaçãona estrutura: os funcionários da Companhia do Metropolitano de São Paulo desmontaram a escada que dava acesso à avenida Prestes Maia. O novo acesso para a rua Florêncio de Abreu e Largo São Bento passou a localizar-se entre a avenida São João e o viaduto, a cerca de trinta metros da antiga escada, integrado à estação São Bento.
Em oito de março de 1976 a Empresa Municipal de Urbanização (EMURB) notificava que, dentro de quinze dias, seria, enfim, apresentado o projeto de reforma do viaduto Santa Efigênia. Desta forma, após a conclusão do projeto e liberação de verbas pela Prefeitura, seria realizada uma concorrência pública, tendo a empresa vencedora duzentos dias para execução da obra. Segundo matéria do jornal “Folha de São Paulo” do dia nove, o viaduto iria transformar-se em uma atraente passagem do centro da cidade, com a instalação de bancas de jornal, livrarias, áreas cobertas para lazer e arborização da área.
Em matéria do “Jornal da Tarde” de onze de maio do mesmo ano, Domingos Theodoro de Azevedo Neto, diretor de planejamento da EMURB, dava conta que o projeto de restauro do viaduto seria dividido em três etapas. A primeira consistia na recuperação da estrutura, dada a corrosão das peças metálicas. A segunda seria a cobertura parcial da passagem, somada à instalação de bancas dejornal, canteiros, barracas de flores e posto de informação. Por fim, a terceira etapa consistiria na integração do viaduto com o largo Santa Efigênia, dada a reurbanização do local.
Por fim, justificava-se o atraso das obras dada a meticulosidade dos trabalhos de inspeção do IPT, há quinze dias entregue, e, novamente, organizavam-se os trabalhos de recuperação do viaduto em etapas, mas desta vez duas: a primeira compreenderia a recuperação da estrutura para que pudesse exercer plenamente suas condições de estabilidade, substituindo-se cerca de 10% das peças que compõem a passagem, recuperando- se, ainda, as juntas e os gradis e a completa substituição do piso; a segunda corresponderia à reurbanização do local, providenciando-se o revestimento do piso, restauro das luminárias originais, instalação de bancos e floreiras, além da instalação de iluminação na parte inferior, ressaltando a silhueta do viaduto à noite. Estimava-se que o custo total da obra seria de 10 milhões de cruzeiros.
O relatório número 9.423, da vistoria do viaduto Santa Efigênia pelo IPT, traz uma completa análise da estrutura. Segundo o mesmo, foram efetuadas, pela Seção de Observação e Experimentação da Obras e Agrupamentos de Estruturas da Divisão de Engenharia Civil e pelo Laboratório de Corrosão do Agrupamento de Caracterização de Produtos Metalúrgicos da Divisão de Metalurgia, inspeções visuais e medidas por meio de ultra-som no viaduto, ao longo dos meses de setembro e outubro de 1976. Visava- se, portanto, verificar o estado das diversas peças constitutivas de sua estrutura (arcos, montantes, transversinas, longarinas, contraventamentos, etc.) eventualmente afetadas pela ferrugem.
A partir de uma rápida inspeção geral, concluiu-se que os pontos críticos da estrutura situavam-se em regiões correspondentes aos fechos dos arcos e suas impostas. Após a esquematização da estrutura para a localização de eventuais danos, procede-se aos resultados da vistoria.
Não se verificaram, nos arcos, indícios visuais externos de ação de corrosiva, mas em locais particulares notaram-se manchas de ferrugem incipiente. As placas de ligação dos montantes aos arcos, nestes locais, encontravam-se parcialmente destruídas pela ferrugem. Indícios de início de enferrujamento, marcados pela presença de machas amareladas, foram observados em diversas chapas, ao longo dos três arcos.
A fim de se observar o interior dos arcos, retirou-se as chapas das janelas de inspeção, existentes em suas paredes laterais e próximas às seções das impostas e fechos. Verificou-se que a corrosão nas faces internas era, em geral, bastante acentuada, na região do apoio dos montantes. Em diversos trechos a pintura estava totalmente deteriorada, com uma espessa camada de ferrugem por baixo, a qual se destacava do material com relativa facilidade. A análise por difração de raios-x revelou que a ferrugem contém na sua composição hematita, magnetita, óxido de ferro hidratado-lepidocrocita e óxido básico de ferro-goetita.
Com o propósito de se avaliar a intensidade e uniformidade do ataque corrosivo nas faces internas das chapas dos caixões do arco, realizaram-se diversas medidas de espessura por meio de ultra-som, a partir do lado externo das chapas, após a remoção da camada de tinta. Os valores medidos indicaram que a espessura das chapas variava entre oito, nove e onze milímetros, estando, porém, a maioria entre dez e onze milímetros. Comparam-se estes valores com os descritos no memorial de cálculo da estrutura, elaborado pela firma Societé Anonyme des Aciéries d’Angleur. Segundo o texto belga, as chapas laterais dos caixões dos arcos teriam dez milímetros, enquanto que as superiores e inferiores deveriam ter doze milímetros.
Desta forma, as chapas inferiores e superiores apresentaram uma corrosão média de 1,0 a 1,5 milímetros, ou seja, aproximadamente, 10% do valor inicial. Entretanto, as chapas laterais apresentaram uma certa incoerência: em diversas medidas as espessuras ultrapassavam onze milímetros, isto é, um milímetro acima da espessura nominal de projeto. Desta forma, acredita-se ter sido empregado, também, nas faces laterais perfis com espessura de doze milímetros, verificando-se diminuição média das chapas igual à dos perfis superiores e inferiores.
Em todos os montantes o ataque pela ferrugem era incipiente, sendo maior a oxidação nas junções com os arcos, especialmente nos montantes próximos às juntas de dilatação do tabuleiro, por onde há infiltração intensa. Diversos contraventamentos das extremidades dos arcos, junto aos apoios, apresentavam corrosão acentuada, encontrando-se inutilizadas à resistência de esforços axiais que deveriam resistir. Verificou-se, ainda, que todas as articulações estavam bloqueadas, não havendo indicio algum de movimento, uma vez que, próximo à rótula, o revestimento de tinta encontrava-se intacto.
As transversinas, de modo geral, apresentavam acentuada corrosão nos balanços, sob os passeios do viaduto. As vigas que serviam de apoio aos guarda-corpos encontravam-se, também, sensivelmente atacadas pela ferrugem, notadamente na mesa superior. As fixações dos guarda-corpos encontravam-se enfraquecidas e, em determinados trechos, não existiam mais. Já as longarinas apresentavam início de corrosão, sendo as mais atacadas aquelas que se encontravam nas laterais do viaduto, na região dos fechos e dos apoios dos arcos.
Desta forma, verificou-se que, de maneira geral, quase todas as peças apresentando lesões acentuadas se encontravam nas regiões próximas às juntas do tabuleiro, em virtude da infiltração de água, dado o mau funcionamento do sistema de drenagem. Ressaltou-se, ainda, o problema da porção interna dos caixões dos arcos. Aparentemente a região nunca havia sido repintada e, em boa parte das regiões, a tinta originalmente aplicada se encontrava totalmente deteriorada, estando a superfície metálica em pleno processo de corrosão.
Por fim, conclui-se a necessidade da substituição das peças lesadas, execução de um novo sistema de drenagem e estudo de um sistema adequado de juntas para substituir as existentes do tabuleiro, cujo funcionamento era precário. Face à dificuldade de acesso das paredes internas dos caixões para remoção da ferrugem e repintura, levanta-se a possibilidade de utilizar outros processos. Cita-se, como exemplo, o aquecimento contínuo do interior dos caixões, por meio de resistência elétrica, de modo que pela diferença da dilatação térmica se remova a ferrugem da estrutura metálica.
Por fim, atestou-se que a recuperação do viaduto, no intuito de torná-lo apto a suportar o tráfego de veículos, envolveria estudos mais amplos, principalmente aqueles referentes ao comportamento da estrutura, em especial, quanto à fadiga das peças e ligações.Desta forma, estabelecendo-se a utilização do viaduto como passarela, ou seja, restrita a pedestres, o nível de solicitações e, portanto, de tensões, seria menor, sendo suficiente a prevista recuperação da estrutura.
Em 15 de julho de 1977, o jornal “Folha de São Paulo” noticiava que, finalmente, teria início a reforma do viaduto. Em uma semana começaria a ser implantado o canteiro de obras da empreiteira “Spil-Enir Engenharia”, vencedora da nova concorrência realizada, com prazo de 270 dias.
Em 26 de julho de 1978 o viaduto Santa Efigênia foi, enfim, entregue pela Prefeitura, ao custo total de 47 milhões de cruzeiros. Em rápida cerimônia, que se iniciou por volta de seis e meia da tarde, o prefeito Olavo Setúbal percorreu os 250 metros do viaduto, seguido por uma multidão de assessores e repórteres, reinaugurando a passagem.
Ao longo dos onze meses de obras foram empregados cerca de duzentos funcionários da empreiteira contratada. Mas, antes mesmo de ser reinaugurado, o viaduto já era alvo de críticas.
As obras de restauro da estrutura contemplaram, ainda, a construção de uma escada metálica para a ligação com a rua Brigadeiro Tobias e implantação de luminárias: 24 projetores de 1000 Watts e 13 projetores de 400 Watts, com lâmpadasa vapor de sódio. Foram substituídas, ainda, 145 toneladas de peças enferrujadas.
Em 1982, o viaduto viria a ser pintado, desta vez, com as cores do arco-íris. Em iniciativa particular de um pintor e um artesão, 30 mil cruzeiros em tintas foram empregados no novo visual da estrutura. A pintura, realizada sem a autorização municipal, foi analisada pelo Conselho de Defesa do Patrimônio Histórico, Arqueológico, Artístico e Turístico e pela EMURB e, apenas em 1985, após anunciar nova reforma do local, decidiu-se dar fim ao colorido do viaduto. Nova vistoria do IPT foi realizada, apontando-se mais de trezentos núcleos de ferrugem, mas sem oferecer riscos à estrutura. Uma vez removida a ferrugem, o viaduto foi pintado, novamente, com a cor ocre, a qual ostenta até hoje.
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
JORGE, C. A. Santa Ifigênia. São Paulo: Departamento do Patrimônio Histórico (São Paulo), 1999. 217p.
KIDDER, D. P. Reminiscências de viagens e permanências nas Províncias do Sul do Brasil: (Rio de Janeiro e Província de São Paulo) compreendendo notícias históricas e geográficas do Império e das diversas Províncias. São Paulo: Editora Martins, 1951. 319p.
O HISTÓRICO (e sujo) viaduto de Santa Ifigênia. Jornal da Tarde, São Paulo. 02 ago. 1977. Paginação irregular
O NOVO Viaducto de Santa Ephigenia. Revista Careta, Rio de Janeiro. 02 ago. 1913. 52p.
PORTAL MET@LICA. São Paulo. História do Aço: Viaduto Santa Efigênia. Disponível em: <http://www.metalica.com.br/historia-do-aco-viaduto-santa-efigenia>. Acesso em: 20 ago. 2016.
SECCO, A. Obra precisa de restauro orçado em US$ 800 mil. Folha de São Paulo, São Paulo, 06nov. 1992. Especial, p.4.
VIADUCTO de Sta. Ephygenia. Revista de Engenharia, São Paulo, outubro de 1912.
Viaduto Santa Ifigênia: EMURB. EMURB. São Paulo, 1979.
TRELIÇAS
A etimologia de treliça é “Trelix” e provem do latim. Ela consiste em barras retas ligadas em juntas, denominadas nós, que unem suas extremidades em diversos planos. São estruturas práticas, economicamente viáveis e indeformáveis que constituem soluções para problemas relacionados à projetos de pontes e edificações. Suas barras não suportam forças laterais e as cargas existem somente nos nós.
	Suas origens remontam a própria origem da civilização, onde eram utilizados madeira ou ossos para a sua construção, sendo a cobertura feita com pele ou folhas, visando a proteção contra as catástrofes da natureza.
São estruturas lineares constituídas por barras retas, dispostas de modo a formar painéis triangulares, solicitadas basicamente por tração ou compressão. Os principais elementos que compõem as treliças são:
Corda ou banzo: conjunto de barras que limitam superiormente ou inferiormente a treliça;
Montante: barra vertical das treliças;
Diagonal: barra com o eixo coincidente com a diagonal de um painel;
Painel: trecho compreendido entre dois alinhamentos consecutivos de montantes;
Nó: ponto de encontro e junção das extremidades das barras;
Tesoura: treliça de banzos não paralelos, destinada ao suporte de uma cobertura.
Existem 5 tipos de treliças, sendo elas as:
A treliça Pratt é facilmente identificada pelos seus elementos diagonais que, com exceção dos extremos, todos eles descem e apontam para o centro do vão. Exceto aqueles elementos diagonais dos meio próximos ao meio, todos os outros elementos diagonais estão sujeitos somente à tração, enquanto os elementos verticais suportam as forças de compressão. Isto contribui para que os elementos diagonais possam ser delgados, fazendo com que o projeto fique mais barato.
Fonte: http://www.precisionoxicorte.com.br/livros/Site_dos_livros/public_html/SitVB/trelicas.htm
A treliça Howe é o oposto da treliça Pratt. Os elementos diagonais estão dispostos na direção contrária do centro da ponte e suportam a força de compressão. Isso faz com que os perfis metálicos necessitem ser um pouco maiores, tornando a ponte mais cara quando construída em aço.
Fonte: http://www.precisionoxicorte.com.br/livros/Site_dos_livros/public_html/SitVB/trelicas.htm
A treliça Warren é talvez a mais comum quando se necessita de uma estrutura simples e contínua. Para pequenos vãos, não há a necessidade de se usar elementos verticais para amarrar a estrutura, onde em vãos maiores, elementos verticais seriam necessários para dar maior resistência. As treliças do tipo Warren são usadas para vencer vãos entre 50 e 100 metros.
Fonte: http://www.precisionoxicorte.com.br/livros/Site_dos_livros/public_html/SitVB/trelicas.htm
A treliça tipo belga caracteriza-se por não possuir barras verticais montantes e pendural. Isso faz com que não haja uma barra representando o centro de simetria da treliça. Além de acarretar uma economia de matéria prima pela diminuição de barras, esse tipo de configuração exige tração de um maior número de peças. Isto permite que as peças sejam mais esbeltas não ocasionando a flambagem. A configuração belga gera economia também na quantidade de aço utilizado nas juntas, isto devido a possuir um menor número de "nós" ou ligações que as demais configurações de treliças. Esta treliça permite um melhor aproveitamento do interior da treliça, já que não possui o pendural central.
Fonte: http://www.precisionoxicorte.com.br/livros/Site_dos_livros/public_html/SitVB/trelicas.htm
Na treliça polonesa ou Fink, vemos uma treliça cujas diagonais são tracionadas, sendo os montantes comprimidos, características análogas às da viga Pratt.
Fonte: http://www.precisionoxicorte.com.br/livros/Site_dos_livros/public_html/SitVB/trelicas.htm
A treliça é uma solução estrutural simples. Na teoria de projeto, os membros individuais de uma treliça simples são sujeitos somente a forças de tração e compressão e não a forças de flexão, Portanto, na maioria das vezes, as vigas de uma ponte treliçada são delgadas. As treliças são compostas de várias pequenas vigas que juntas podem suportar uma grande quantidade de peso e vencer grandes distâncias. Na maioria dos casos, o projeto, construção e levantamento de uma ponte treliçada é relativamente simples. Contudo, uma vez instaladas, as treliças ocupam uma grande quantidade de espaço em relação ás pontes de vigas, e em alguns casos podem servir de distração para os motoristas.
Como as pontes de viga, há as treliças são simples e contínuas. O pequeno tamanho dos elementos individuais da treliça a tornam uma ponte ideal para lugares onde grandes partes e secções não podem ser transportadas, nem erguidas por grandes guindastes e equipamentos pesados não podem ser usados. Porque a treliça é inteiramente um esqueleto estrutural, a estrada pode passar tanto por cima como por dentro da treliça permitindo um espaço livre embaixo da ponte, algo que não seria possível em outros tipos de pontes.
No Brasil, frequentemente o termo construção rural é associado a uma edificação rústica, simples, de baixo custo de implantação e manutenção e sem qualquer rigor técnico sendo destinada, em geral, ao manejo e abrigo de animais. Currais, estábulos, galpões para criação de aves, suínos, caprinos e ovinos encontrados em diversas regiões do Brasil, sobretudo nos estados do Norte e Nordeste, certamente se enquadram na descrição apresentada. 
Nos aviários, por exemplo, existe a tendência de se padronizar as dimensões comerciais devido à relação custo de produção de cada ave ou número de aves a serem criadas; o uso de comedouros e bebedouros automáticos passou a ser de caráter obrigatório para uma criação comercialmente competitiva, enquanto que a estrutura de cobertura, os matérias que a compõem, o uso de cortinas, ventiladores, umidificadores e revestimento térmico do piso passaram a ser essenciais para a manutenção de um microclima adequado visando o bem estar animal. 
As treliças podem ser planas ou espaciais de acordo com a distribuição de seus elementos segundo um mesmo plano ou em planos distintos,respectivamente.
Denomina-se treliça plana, o conjunto de elementos de construção de barras redondas, chatas e cantoneira que são interligados entre si, sob forma geométrica triangular, através de pinos, soldas, rebites ou parafusos e que visam formar uma estrutura rígida, com a finalidade de resistir a esforços somente normais.
O nome treliça plana deve-se ao fato de todos os elementos do conjunto pertencerem a um único plano e esse sistema estrutural é muito aplicado em pontes, viadutos, coberturas, guindastes, torres, etc.
A treliça ideal é um sistema reticulado indeformável cujas barras possuem todas as suas extremidades rotuladas e cujas cargas estão aplicadas nestas rótulas. Dois métodos de dimensionamento podem ser utilizados para as treliças, são eles:
Método dos Nós ou Método de Cremona;
Método de Ritter ou Método das Seções (analíticos e usados com maior freqüência).
Em casos onde a inclinação do telhado é muito pequena e não se pode considerar os dois banzos paralelos, a disposição dos montantes e das diagonais pode dar origem a treliças de eficiência similares, porém de comportamentos estruturais um pouco diferentes entre si. Segue abaixo algumas das tesouras mais usuais utilizadas na prática da construção civil.
Na Unicamp foram encontrados exemplos de treliças planas em duas ocasiões: No prédio da Economia e no Restaurante Universitário. No caso do
restaurante as treliças são feitas de aço, em formato simples e triangular e parte delas fica encoberta pelo telhado.
No caso da Economia, as treliças também são em aço, pintadas para proteger contra a corrosão. Trata-se de uma treliça que cobre um grande vão e é apoiada por grandes pilares de concreto para garantir sua segurança estrutural. 
É possível notar uma semelhança entre a treliça acima e a treliça de cobertura do tipo shed, exceto pela inversão do sentido das barras diagonais. Essas treliças são usadas em coberturas muito grandes.
A resolução de treliças planas pelo método dos nós consiste em verificar o equilíbrio de cada nó da treliça, seguindo-se os passos descritos a seguir:
determinação das reações de apoio
identificação do tipo de solicitação em cada barra (barra tracionada ou barra comprimida)
verificação do equilíbrio de cada nó da treliça, iniciando-se sempre os cálculos pelo nó que tenha o menor número de incógnitas.
Para determinar as cargas axiais atuantes nas barras de uma treliça plana, através do método de Ritter, deve-se proceder da seguinte forma:
corta-se a treliça em duas partes;
adota-se uma das partes para verificar o equilíbrio, ignorando-se a outra parte até o próximo corte. Ao cortar a treliça deve-se observar que o corte a intercepte de tal forma, que se apresentem no máximo 3 incógnitas, para que possa haver solução, através das equações de equilíbrio. É importante ressaltar que entrarão nos cálculos, somente as barras da treliça que forem cortadas, as forças ativas e reativas da parte adotada para a verificação de equilíbrio.
Repetir o procedimento, até que todas as barras da treliça estejam calculadas.
Neste método, pode-se considerar inicialmente todas as barras tracionadas, ou seja, barras que “puxam” os nós, as barras que apresentarem sinal negativo nos cálculos, estarão comprimidas.
Por sua vez, a treliça espacial ou estrutura reticulada tridimensional consegue responder muito bem a uma ação localizada e também distribuir de forma bastante eficaz os esforços entre os seus elementos de barras e nós em conseqüência da interconexão entre os mesmos.
Uma treliça espacial é uma estrutura metálica de aço ou alumínio que utiliza a forma básica de um triângulo, única forma indeformável, para criar um conjunto tridimensional de alta eficiência estrutural. Suas barras e nós suportam cargas axiais e têm a capacidade de distribuí-las no espaço, criando um sistema eficiente quando calculado de maneira apropriada. Esse sistema funciona de modo que quando um membro atinge sua capacidade máxima, os demais suportam cargas adicionais, fazendo com que o sistema funcione de maneira integrada. As treliças geradas a partir do módulo piramidal podem ter bases retangulares ou quadradas, enquanto as tetraédricas podem ser de base triangular equilátera ou isósceles. As barras constituintes podem ser fabricadas a partir de perfis tubulares circulares, retangulares ou quadrados, podendo também ser confeccionadas em perfis tipo “U” com abas à 90o ou inclinadas.
As primeiras treliças espaciais surgidas no Brasil, por imposição de mercado, foram projetadas em alumínio, porém, nos dias de hoje 90% são produzidas com tubos de seção circular em aço.
As principais vantagens de se usar treliças espaciais são:
A boa relação entre o peso próprio da estrutura e o vão da treliça;
Fácil transporte, fabricação e montagem, com elementos de peso próprio reduzido;
Facilidade de desmontagem e ampliação para estruturas temporárias;
Grande repetição de elementos e nós para grandes vãos, diminuindo o custo da estrutura em comparação com as demais;
Beleza arquitetônica e flexibilidade quanto à disposição dos pilares;
Os elementos que compõem uma treliça espacial são os responsáveis pelo seu comportamento estrutural. A disposição mais utilizada para os elementos de duas camadas são os arranjos das barras quadradas sobre o quadrado com defasagem de meio módulo. Diferentes arranjos geram distribuições diferentes dos esforços nas barras. Em geral, o arranjo com menor número de barras e de nós é a solução mais econômica.
As treliças espaciais podem ser apoiadas em pilares de concreto armado ou de aço, diretamente em um nó, seja ele do banzo superior ou inferior. Quando a estrutura está sujeita a carregamentos muito grandes, é ideal que se utilizem elementos adicionais para minimizar os esforços que convergem para o nó de apoio, como por exemplo: vigas de transição entre dois nós, pirâmides invertidas, dentre outros.
A altura recomendada para um treliça é de L/20 a L/40, sendo L o comprimento do maior vão da treliça analisada. Recomenda-se também manter os ângulos das diagonais entre 40 e 55 graus.
As treliças espaciais são geralmente construídas utilizando-se seções tubulares circulares, uma vez que estas possuem simetria, facilidade no detalhamento da ligaçãos e possuem características favoráveis quanto à flambagem. Quanto ao material de que são feitas, o mais comum é que sejam de aço, mas é utilizado também, em menor escala, o alumínio.
As principais ações a serem consideradas na análise de treliças espaciais são:
Ações Permanentes - peso próprio dos elementos da estrutura, barras e nós (0,10 a 0,30 kN/m2); estruturas de suporte das telhas e fechamentos laterais, terças, longarinas, correntes, suportes (0,03 a 0,09 kN/m2 em função da dimensão dos módulos); elementos de vedação, telhas, foros e demais itens de fechamento com função do tipo telhas e forros utilizados; demais elementos, tais como: passarelas, escadas de manutenção, tubulações de água, esgoto, águas pluviais, gás, dutos e cabos elétricos.
Ações variáveis - ações resultantes do uso da edificação, vento, variação de temperatura, sobrecargas devidas ao empoçamento de águas pluviais, sobrecargas em escadas e passarelas de manutenção, sobrecargas de instalações não permanentes, sobrecargas de equipamentos industriais e pontes rolantes.
Sobrecarga - sobrecarga nominal mínima de 0,25 kN/m2 é recomendada pela NBR 8800 nas coberturas comuns, não sujeitas a acúmulos de quaisquer materiais.
Equipamentos – talhas, pontes rolantes, considerar os respectivos coeficientes de impacto recomendados pela NBR 8800, que são: ø para talhas com movimentos rotativos, ø = 1,5 equipamentos com movimentos alternados. Para as pontes rolantes devem ser consideradas as ações dinâmicas para as quais a NBR 8800 estabelece relações para ações estáticas equivalentes.
As ações do vento são as apresentadas na NBR 6123, especial atenção deve ser tomada na questão dos coeficientes externos e internos parao caso de balanços laterais e marquises em estrutura espacial, com os coeficientes de forma sendo obtidos, normalmente, pela soma dos coeficientes de forma das paredes com os da cobertura. Em muitos casos recomenda-se a realização de ensaios em túnel de vento para a determinação mais apropriada dos coeficientes de pressão para estruturas espaciais.
As recomendações de limites para as flechas são as apresentadas na NBR 8800. As treliças espaciais normalmente são utilizadas para grandes vãos livres onde se recomenda a utilização de contra flechas para as ações permanentes, que devem ser executadas por meio de alterações nos comprimentos das barras dos banzos, que pode ser redução no comprimento das barras do banzo inferior ou acréscimo no comprimento das barras do banzo superior.
Quando o acréscimo ou redução nas barras é realizado nas duas direções gera-se uma contra flecha esférica, para a alteração no comprimento das barras do banzo em apenas uma direção tem-se a contra flecha cilíndrica.
Um fator importante a ser levado em consideração no estudo das treliças são os nós utilizados na união das barras. Os mesmos devem apresentar estabilidade sem, contudo, falhar no quesito estético. Ao longo dos anos vários tipos de nós vem sendo utilizados na fabricação de treliças, mas alguns foram eliminados por apresentarem falhas no comportamento estrutural ou por serem esteticamente desfavoráveis.
Atualmente, os principais tipos de nós utilizados nas treliças são: os nós cruzados, onde os eixos de todas as barras convergem para o centro da esfera de maneira direta, o que os tornam perfeitos tanto estrutural quanto esteticamente; os nós cruzados, que são formados por chapas metálicas planas que são interligadas e montadas em planos diferentes, pertencentes aos planos de trabalho referentes a cada barra. Estes não são tão favoráveis estruturalmente, porém são mais econômicos, de fácil fabricação e estética razoável.
Além destes, existem ainda os chamados nós de “ponta amassada”, que são extremamente econômicos, apesar impróprios tanto estrutural quanto esteticamente. São muito utilizados, tomando-se as devidas precauções, para estruturas espaciais de pequenos vãos.
Devido à sua composição geométrica e à natureza dos seus elementos, as treliças espaciais apresentam maior resistência às cargas de ruptura. Suas barras constituintes, que são fabricadas a partir de perfis tubulares, tem excelente comportamento quanto à flambagem local ou por torção. Sua grande rigidez no plano horizontal promove uma otimização no dimensionamento da infraestrutura de suporte, recebendo suas respectivas cargas reativas de modo mais uniforme, o que significa que se pode vencer maiores vãos com menor gasto de materiais.
Uma vez que seus elementos construtivos, a barra e o nó, são bastante simplificados, a fabricação, a montagem e o transporte das treliças espaciais é bastante facilitado, sendo necessário, no campo, apenas o encaixe de parafusos. Além disso, esse sistema estrutural torna mais simples a fixação de qualquer equipamento para instalações em geral, como forros e passarelas. Esse tipo de estrutura é, em geral, mais econômico do que as coberturas convencionais.
No Ginásio Multidisciplinar da Unicamp utilizou-se como sistema estrutural treliças espaciais de formato piramidal. Utilizou-se uma estrutura tubular, uma vez que a mesma permite uma maior facilidade de ligações quando se trata de estrutura espacial. A barra em tubo oferece maior rigidez porque possui o raio de giração igual em todas as direções. Além disso, analisando em termos econômicos, para grandes vãos em duas direções a malha espacial é a de melhor custo-benefício.
Uma das vantagens da utilização da treliça espacial é a de que ela pode cobrir grandes áreas sem a necessidade do uso de pilares.A cobertura do GMU caracteriza-se por apresentar um dos maiores vãos cobertos de treliças da América Latina tem 86 por 76 metros, o equivalente a 6536m² de área.
A treliça, que possui 1350 nós, encontra-se apoiada em 8 pilares, na parte mais baixa, 15 pilares na parte mais alta e 2 pilares novos em cada lateral do ginásio. De cada apoio saem quatro barras, que são responsáveis pela ligação da cobertura e dos pórticos.
Foram utilizadas no projeto cerca de 4725 barras feitas com o aço As estruturas espaciais em aço são confeccionadas através de perfis conformados a frio utilizando-se aços com boa resistência à corrosão atmosférica (aços patináveis: Usisac, Cosarcor, Cor, etc), podendo, também ser utilizados aços carbonos. No caso do GMU, o aço utilizado foi o USISAC, que é um aço patinável e anti-corrosivo. Os parafusos utilizados são do tipo A 325, caracterizados por sua alta resistência.
Também foi verificada a presença de treliças espaciais no IMECC – Instituto de Matemática, Estatística e Computação Científica. Também feitas de barras de aço e com nós de ponta amassada, as treliças do IMECC se diferem das do Ginásio, apesar de também terem formato piramidal, já que as três faces que compõem cada pirâmide da treliça do IMECC possuem barras que se cruzam em formato de X. Através da comparação das fotografias se torna mais fácil identificar essa diferença.
As grandes vantagens da aplicação de treliças espaciais em geral são:
Possibilita a implantação de grandes vãos livres e apresenta beleza arquitetônica. O que explica o fato da maioria das vezes, optar-se por deixar a estrutura aparente sem forro;
Possui relação entre peso próprio e vão livre bastante vantajosa;
São de fácil montagem, transporte e fabricação;
Possibilita ampliação e desmontagem relativamente fácil da estrutura;
Permite a reposição de elementos sem comprometer a estabilidade da estrutura;
São estruturas de elevado grau de hiperestaticidade (redundância estrutural). Desta forma um eventual dano em qualquer um dos elementos não significará, necessariamente, o colapso de toda a estrutura;
Possibilita grande flexibilidade aos projetistas, pois permite um vasto leque de opções de pontos de aplicação de apoios para a estrutura sem necessidade de seguir um padrão de distância entre os apoios.
Muitas obras em estruturas treliçadas de aço ou alumínio são recorrentemente especificadas em vários projetos arquitetônicos. As treliças espaciais ou planas são projetadas sob encomenda e são desenvolvidas a partir de estudos específicos de acordo com as exigências de cada edificação, objetivando-se o melhor custo e benefício, em relação a outros sistemas estruturais. Entre os segmentos que utilizam as estruturas estruturas treliçadas, destacam-se:
Centros de Convenção;
Terminais Aeroportuários;
Terminais de Metrô;
Terminais Rodoviários;
Ginásios de Esportes;
Shopping Centers;
Hipermercados;
Centro de Distribuição;
Indústrias;
Galpões de lojas de revendas de Automóveis.
Nas treliças os nós são considerados, em primeira instância, como articulações. Os nós não transmitem as barras esforços de flexão (treliças com nós ideais).
Entretanto, em muitos casos, na prática dos projetos atuais, os nós não têm sidos considerados como “rótulas ideais”, por oferecer um certo impedimento ao giro, por tanto, solicitando as barras através de esforços de flexão.
Por outro lado, as barras que constituem a grande maioria das treliças projetadas em obras de pequeno e médio porte, possuem normalmente seção transversal com baixa rigidez à flexão. Além disto, os carregamentos são aplicados aos nós, e não diretamente às barras. Feita estas verificações, conclui-se que a hipótese de nós rotulados, adotada para as treliças, é razoável, pois os esforços de flexão que surgem nas barras são desprezíveis quando comparados aos esforços axiais. Em conseqüência, a flexão não influi no dimensionamento das barras.
Para o caso de estruturas de grande porte, como por exemplo as pontes, devido as grandes dimensões das barras os nós acabam por oferecer restrição ao giro que não pode mais ser desconsiderada. E tais estruturas a hipótese de nó idealperde total significado e a estrutura deve ser projetada através da consideração de “nós rígidos”.
O sucesso ou insucesso do sistema estrutural denominado treliça é determinado pela correta escolha de alguns parâmetros que definem sua geometria. Os principais parâmetros que interferem no comportamento final da estrutura, como também nos custos e nas técnicas construtivas são: relação entre altura e vão, comprimento dos módulos, tipos de apoios, localização e distribuição destes apoios. Estas variáveis devem ser convenientemente avaliadas e definidas ainda na fase de anteprojeto. Outro aspecto relevante no projeto de treliças espaciais é o tipo de ligação entre barras, vários sistemas diferentes estão disponíveis, com diferentes graus de eficiência.
Para se definir o sistema de ligação a utilizar devem-se analisar os vãos, a magnitude dos carregamentos e esforços nas barras, facilidade de fabricação e montagem e, finalmente os custos envolvidos.
Com isso podemos analisar o quanto as treliças estão presente em nossas vidas, como nas construções de pontes e edifícios. Esse tipo de estrutura oferece, ao mesmo tempo, uma solução prática e econômica para sistemas que necessitam de uma distribuição de cargas.
Podemos também analisar a existência dessas estruturas bem próximos de nós, em várias construções de nossa cidade, e a resistência dela, já que várias dessas construções datam de séculos passados.
Com os vários tipos existentes, cada qual priorizando um tipo de disposição de cargas, elas atendem a um vasto campo de necessidades dentro da área de engenharia, seja ela mecânica ou de construção.
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
Hibbeler, R.C. Estática: Mecânica para engenharia, vol. 1; 10ª edição; Editora Pearson; São Paulo; 2005;
Petrucci, E. G. R. Materiais de Construção. 2ª Ed. Porto Alegre, Editora Globo, 1976;
Soares, A. M. M.; Hanai, J. B. “Análise estrutural de pórticos planos de elementos pré-fabricados de concreto considerando a deformabilidade das ligações”, Cadernos de Engenharia de Estruturas; São Carlos, 2001; Timoshenko, S.P. Resistência dos materiais, volume 1, 3ª edição, editora Livro técnico S.A, Rio de Janeiro, 1966;
AEROPORTO DE CONGONHAS
O Aeroporto de Congonhas está localizado em uma área densamente povoada e urbanizada, possuindo um valor de utilidade pública inquestionável, não só para a cidade de São Paulo, como para todo o estado de São Paulo, e também ao Brasil.
Este inquestionável bem público possui suas inconveniências, principalmente em se tratando dos fluxos de passageiros a que ele atende. Fluxos estes, que se utiliza de alta quantidade veículos particulares, coletivos, espaços utilizados no interior do aeroporto, número de aeronaves utilizadas para atender estes fluxos, consequentemente alta quantidade de pousos e decolagens necessários para atendê-los.
Todos estes fluxos de passageiros, em seus modos de transportes, sejam eles terrestres para o acesso ao aeródromo, como para o modal específico a que estes convergem, ao aéreo, produzem impactos ambientais, sejam, através de poluição atmosférica, como também poluição sonora com os ruídos dos motores de veículos terrestres e aeronaves, principalmente destas últimas.
Este grande problema relacionado ao espaço físico, tanto para as atividades aéreas específicas, a saber: pouso, decolagem, estacionamento e pernoite de aeronaves, como também às atividades indiretas às das pistas e pátio de manobras, no espaço externo ao aeródromo, relativo às acomodações de veículos de passageiros e usuários. Toda esta problemática está relacionada ao tempo em que este aeroporto vem sendo utilizado deste a data de sua inauguração até aos dias de hoje, ou seja, mais de 70 anos.
O Aeroporto de Congonhas é fruto de um planejamento anacrônico, tendo sido inaugurado em 1936, utilizando-se um campo de aviação pré-existente, longe das áreas urbanizadas da cidade, na época. Com o tempo a cidade foi crescendo, e foram-se criando soluções, basicamente de acesso ao aeroporto, como a construção da Avenida Rubem Berta, 23 de Maio, que na época, eram obras de grande vulto, com altos investimentos públicos e alguns desafios. No entorno do aeroporto foi-se desenvolvendo bairros residenciais de classe média e média alta.
Em 2003 teve início a amplas reformas, fruto de um plano de grande investimento por parte da Infraero, Empresa Brasileira de Infra-Estrutura Aeroportuária, tendo como objetivo, resolver de forma significativa os problemas. Diante da crise aérea que passamos nos últimos anos, se faz necessário uma mensuração objetiva das reais demandas de passageiros e aeronaves, de Congonhas, para se visualizar maiores otimizações, ajustes e alternativas almejando um melhor serviço aos usuários de aeroportos no estado de São Paulo. Tem-se aí um conceito logístico no que se refere à criação de valor.
A logística cria valor para os clientes, fornecedores e para todos os demais interessados. Tal valor se manifesta em termos de tempo e lugar. Desta maneira, produtos e serviços somente terão valor se estiverem quando e onde o cliente pretende adquiri-los. A boa gestão logística entende que todas as atividades inerentes na empresa contribuem para agregar valor.
O sonho de voar acompanha o homem desde séculos, podemos citar a lenda de Ícaro, em que este construiu uma asa com penas e cera, imitando aos pássaros. Com este mesmo sonho, foram realizados pelo gênio do renascimento Leonardo da Vinci, projetos e estudos de máquinas para voar, utilizando-se desta mesma fonte de inspiração tecnológica, as aves do céu.
A humanidade obteve as primeiras experiências de voar efetivamente através dos primeiros balões a ar quente, no final do século XVIII. É de importância para nós, as experiências do padre Bartolomeu de Gusmão, que obteve sucesso ao voar nestes aparatos em solo brasileiro.
A primeira “decolagem” e o primeiro vôo de um avião foi conseguido por Santos Dumont em 07 e 13 de setembro de 1906, respectivamente, com a aeronave denominada 14-Bis. Porém, há controvérsias a respeito, isto devido ao fato de que os irmãos Wright o tenham feito em dezembro de 1903, com um modelo “mais pesado que o ar” e motorizado; veículo que levava o nome de Flyer. Estas controvérsias existem devido ao fato que, a despeito de que os irmãos Wright tenham voado em 1903, estes não fizeram registros oficiais do feito, a fim de preservar as patentes comerciais ambicionadas com esta conquista, e fizeram este primeiro vôo com a ajuda de correntes de ventos em uma praia e utilizando-se de uma catapulta. O 14-Bis o fez utilizando-se da potência de sua própria força motriz, motor girando hélice, para a “decolagem”. Este evento foi registrado oficialmente pela instituição encarregada de navegação aérea de Paris, por jornalistas e pela população local que presenciou a experiência. A correntes americana defende os Wright como os inventores do avião, enquanto que a corrente francesa e brasileira acreditam no feito a Santos Dumont.
De acordo com (ARAI, apud MAGRI JR. 2003), a evolução histórica dos aeroportos está dividida em três estágios:
A primeira fase compreende o período de 1920 para a metade de 1940. Em 1919, a história do transporte internacional começou com o pacto de Paris. Após 1930, as linhas aéreas se desenvolveram rapidamente e durante este período, o aeroporto não era muito mais que uma base para transporte aéreo militar e civil, com instalações somente para se decolar e pousar. Era verdadeiramente um campo de aviação onde aviões e pilotos representaram o papel principal desta fase.
A segunda fase, dos anos quarenta para os anos oitenta, foi a idade da expansão e desenvolvimento dos aeroportos internacionais. Depois da Segunda Guerra Mundial, aumentaram-se as rotas internacionais para o transporte aéreo, pois grandes aeronaves foram introduzidas onde os passageiros e o volume de carga aumentaram e de simplesmente ser um local para decolagens e pousos, o aeroportofoi transformado em uma facilidade onde as pessoas se aglomeravam e onde se armazenavam grandes quantidades de carga para serem transportadas. Com o advento da era dos jatos, nos anos cinquenta a viagem aérea tornou-se mais popular e os aeroportos começaram a oferecer outros serviços ao passageiro como restaurantes e lojas comerciais. Durante este período de desenvolvimento dos aeroportos, as linhas aéreas representaram um papel principal.
A terceira fase, o aeroporto da nova-geração, o aeroporto humano, começou nos anos noventa e ainda continua.
Os aeroportos passaram a ser projetados para receber e apoiar aeronaves cada vez maiores e para um maior número de passageiros. Hoje, os aeroportos têm uma grande importância não só para o transporte de passageiros, como também para a economia destes países, que o utilizam para o comercio internacional de mercadorias e produtos, por ser o meio mais rápido e seguro de transporte, tendo vocação principalmente para produtos de alto valor agregado.
Nos últimos anos, o transporte aéreo está se tornando cada vez mais acessível, o que gera um grande aumento no número de vôos, tanto nacional como internacional e consequentemente, no número de passageiros com diferentes necessidades e costumes.
No Brasil, o primeiro vôo comercial de passageiros ocorreu em 03 de fevereiro de 1927, no Rio Grande do Sul, com o hidroavião Dornier Wal, conhecido como “Atlântico”, dando início às operações da Viação Aérea Rio- Grandense. Em 1928 já se discutia as questões relacionadas à aviação no Brasil, principalmente em se tratando de construção de campos de pouso, rotas aéreas e legislação do setor aéreo.
Até a década de 1930, praticamente toda a infra-estrutura para aviação no Brasil era aquática, destinada ao pouso de hidroaviões, pois, naquele tempo, decolar e aterrissar não passava de aventuras e experiências imprevisíveis, para tanto, bastavam campos desertos o suficiente para evitar colisões.
Com a finalidade de prevenir acidentes, os equipamentos de pouso terrestres foram temporariamente desprezados a favor dos flutuadores capazes de fazer o aparelho deslizar nas superfícies menos perigosas das águas. Assim, empregando regularmente os hidroaviões, desenvolvia-se a aviação civil no Brasil, onde as condições eram mais propícias, com abundância de águas fluviais, além do extenso litoral ocupado e exigindo, portanto, transporte e comunicação.
Em 1931 foi criado o Departamento de Aeronáutica Civil (DAC), que a partir daí, teve início a regulamentação da aviação civil. Entre 1932 e 1936, várias linhas aéreas foram criadas para o então Correio Aéreo Militar, em 1941 passou a chamar-se Correio Aéreo Nacional, tendo sido o fator gerador de aumentos na infra-estrutura para a aviação civil e militar, e fomento e interiorização das rotas de comunicação no país. Tudo isto, levando em conta as precárias estruturas rodoviárias e ferroviárias existentes no país, que foram motivos a mais para estimular a aviação no Brasil.
Entre os poucos Estados que possuíam aeroportos terrestres eram o Rio Grande do Sul e São Paulo. Em São Paulo, o único espaço público para atender a aviação era o Aeroporto de Campo de Marte, base militar aberta em 1920. Além deles, apenas existiam campos de aviação particulares. Nesta mesma época, três linhas que funcionavam em estado precário, faziam escala na cidade de São Paulo: a do Sindicato Condor -união da Varig com a companhia alemã Condor Syndicat-, fazendo a rota entre São Paulo e Corumbá, na divisa com a Bolívia, subvencionada pelo Governo Federal; Aerolloyd Iguassu, entre São Paulo e Curitiba, subsidiada pelo Governo do Paraná; e as linhas de São Paulo a São José do Rio Preto, no interior Paulista, e Uberaba (MG), esta não tinha apoio oficial governamental, operando sempre em déficit, pela VASP.
Porém o Campo de Marte, possuindo em 1935, uma pista de 1000 metros, de terra, alguns hangares, e um barracão de madeira servindo como Terminal de Passageiros, e carga e descarga de cargas aéreas, apresentava uma barreira de ordem geográfica, uma planície próxima ao rio Tietê, sofrendo com isso, constantes inundações, principalmente em sua pista de pouso.
Também a crescente demanda do tráfego aéreo e as melhorias tecnológicas das aeronaves, aumentando o seu tamanho, inclusive, exigiram a construção de um novo aeroporto. Em julho de 1935, por meio de um decreto, o Governo do Estado de São Paulo foi autorizado a adquirir os terrenos necessários à construção de um aeroporto comercial na Capital. Este foi o período em que teve o início da construção do Aeroporto de Congonhas, tendo sido inaugurado em 1936, no começo, um Terminal de Passageiros simples, mas com o passar dos anos em operação, foi-se aumentando e adequando as novas necessidades de acomodação frente ao constante aumento nas demandas de passageiros.
Na mesma época da inauguração de Congonhas, também foi inaugurado no Rio de Janeiro (em dezembro de 1936), o Aeroporto de Santos Dumont, localizado próximo ao centro, as margens da baía de Guanabara, estes foram alguns dos principais aeroportos do país por várias décadas.
O governo dos Estados Unidos teve um importante papel no desenvolvimento da infra-estrutura aeronáutica brasileira, pois no decorrer da Segunda Grande Guerra, aquele país procurou locais estratégicos para a implantação de pistas de apoio aos grandes bombardeiros.
O litoral Norte do Brasil foi o local escolhido para a implantação destas pistas, devido à proximidade com a África do Norte. Nesta conjuntura o governo americano ofereceu recursos por intermédio da Pan American Airways e de sua subsidiaria Panair do Brasil, que foram aceitos pelo governo brasileiro em Julho de 1941, com a finalidade de construir, reformar e ampliar os aeroportos situados em Macapá, Belém, São Luiz, Fortaleza, Natal, Recife, Maceió e Salvador.
Também em 1941, foi criado o Ministério da Aeronáutica, com o qual se permitiu o desenvolvimento da infra-estrutura aeroportuária brasileira, tanto civil como militar.
A partir da década de 60, com a entrada de jatos no transporte aéreo, o aeroporto da Base Aérea do Galeão passou a receber o tráfego destas grandes aeronaves. Porém, as instalações não eram adequadas para a movimentação de passageiros, pois eram de uso militar. Assim como o Galeão, os aeroportos brasileiros, projetados e utilizados para fins militares, em apoio as tropas norte-americanas, não se adequavam as novas, exigentes e sofisticadas aeronaves.
A História da infra-estrutura aeroportuária do Brasil pode ser dividida em três fases bem distintas. A primeira fase; a infra-estrutura do litoral. A segunda fase; a da interiorização da infra-estrutura; a terceira fase; da infra- estrutura da era jato.
A primeira fase, iniciada por volta de 1925, foi o início do transporte aéreo regular no país. Pilotando velhos aviões da primeira guerra mundial e utilizando-se praias como campos de pouso improvisados, estes pioneiros foram os fundadores da primeira infra-estrutura dos aeroportos do Brasil, implantado ao longo do litoral, desde Belém até o Rio Grande do Norte, campos de pouso gramados, hangares, postos de radio comunicação e estações meteorológicas.
A segunda fase, categorizada pelos vôos do Correio Aéreo Nacional, que então se denominava Correio Aéreo Militar, foi a conquista do interior brasileiro, por volta dos anos 30. Rotas interioranas foram implantadas, como as do vale do rio São Francisco, do vale do Tocantins e a rota internacional para Assunção, no Paraguai.
A terceira fase, da implantação da moderna infra- estrutura aeroportuária para o transporte regular usando grandes jatos comerciais.
Na década de 30, a capital possuía mais de um milhão de habitantes, em boa parte de imigrantes, concentrando o maior parque industrial da América Latina. Nas décadas seguintes houve um crescimento de vários setores da economia, com um consequente aquecimento do mercado imobiliário.
A classe média da cidade, formada por empregados bem remunerados, funcionários públicos,profissionais liberais e prestadores de serviços, impulsionada por esse crescimento econômico, exerceu grande influência na formação de novos bairros residenciais na Zona Sul de São Paulo, zona esta, em que se localiza o Aeroporto de Congonhas. Os bairros nasceram a partir do “Plano de Avenidas” de Prestes Maia, com radiais ligando o Centro a novos loteamentos, em direção ao Parque do Ibirapuera, e além dele, visando atender à classe média emergente.
Também a crescente demanda do tráfego aéreo e as melhorias tecnológicas das aeronaves, aumentando o seu tamanho, inclusive, exigiram a construção de um novo aeroporto. Em julho de 1935, por meio de um decreto, o Governo do Estado de São Paulo foi autorizado a adquirir os terrenos necessários à construção de um aeroporto comercial na Capital. Neste mesmo ano, o Governo de São Paulo, tendo a sua frente o Governador Armando de Salles Oliveira, por meio de um decreto, comprou 90% das ações da companhia, em vista das dificuldades financeiras a que esta passava desde seu início de operações.
Foram realizados vários estudos para a definição do terreno do novo aeroporto. Destes, cinco foram selecionados pela 3ª Seção da Diretoria de Viação, da Secretaria de Viação e Obras Públicas do Estado de São Paulo: Vila Congonhas, Brooklin Paulista, Campo de Marte, Ibirapuera e Santo Amaro. Os terrenos de Campo de Marte, Ibirapuera e Santo Amaro foram, por várias razões, logo descartados. Os interessados nas vendas das terras do Brooklin Paulista e da Vila de Congonhas lutaram individualmente para vender seus terrenos de forma mais rentável possível. A Companhia Brasileira de Estradas Modernas apresentou o “Memorial Justificativo do Projeto do Aeroporto de São Paulo”, em que indicava as várzeas do Brooklin Paulista, de propriedade da Fábrica Votorantim, como a melhor opção entre as áreas de interesse do DAC (Departamento de Aeronáutica Civil). Apresentando neste documento estudos de viabilidade para a construção do aeroporto, incluindo levantamento de terreno, sondagem, drenagem, terraplenagem, traçado de vias de comunicação e de pistas e estudo das edificações.
Tem-se uma idéia de como o local escolhido era inabitado e longe do centro urbano da capital. Havia apenas “estradas” ligando o centro urbano à zona rural com chácaras e sítios, que abasteciam este centro.
A Auto-Estradas S.A. tinha um interesse ainda maior em construir o aeroporto, pois, ao mesmo tempo em que fazia o anteprojeto da pista de pouso, vendia lotes no entorno da área de Congonhas desde o começo dos anos 30. Foi esta empresa que construiu a então auto-estrada Washington Luis, radial que ligava o Centro de São Paulo a Santo Amaro. Em novembro de 1935, a companhia apresentou ao governador Salles de Oliveira, um estudo técnico detalhado da área, construindo uma pista de terra em seguida, com 300 metros de extensão por 70 metros de largura para testes, batizada de “Campo de Aviação da Companhia Auto- Estradas”. 
Conhecida por um breve período como “Campo da VASP”, a partir de julho de 1936, com a construção de uma nova pista de terra, a área passou a receber as companhias de aviação comercial. No mesmo ano, o Governo do Estado adquiriu o terreno e passou a administrá-lo por meio da Secretaria de Viação e Obras, batizando-o de “Aeroporto de São Paulo”. 
No final dos anos 1940, teve início a obra das três pistas previstas no novo projeto do aeroporto, sendo que a primeira teria 1700 metros de comprimento, a segunda, com 880 metros, e a terceira pista, com 1040 metros. Mas apenas a pista principal, que possuía frequência mais acentuada dos ventos, foi concluída, pois estudos técnicos mostraram ser suficiente para atender às especificações aeroportuárias norte-americanas do Civil Aviation Authority (CAA), uma das mais modernas para a época. A pista principal foi terminada no final de 1947, enquanto esta estava em obras, uma segunda pista provisória foi construída. Após a conclusão da pista principal, a segunda pista, que era provisória, se tornou a segunda pista paralela e auxiliar, mantida até hoje.
No começo da década de 40, foi construída uma estação de passageiros de tamanho reduzido. No centro desta construção, havia uma limitada torre de comando aéreo. Esta construção de tamanho reduzido inicialmente foi justificada pela concentração de esforços em setores básicos do aeroporto, como pavimentação e terraplenagem das áreas fundamentais aos serviços de tráfego.
No fim da década de 40, decidiu-se pela construção de um novo terminal, sendo que o antigo terminal durou até a final das obras do novo, quando foi demolido.
O novo Terminal de Passageiros foi iniciado pelas suas duas “asas”, ou seja, pelas extremidades das duas alas.
A obra do Terminal de Passageiros se arrastou por muitos anos e em alguns períodos, paralisada. O arquiteto que projetou o Terminal, Hernani do Val Penteado, fazia alterações no projeto dezenas de vezes, para acomodar novas solicitações. Construía-se, dava-se o acabamento nas estruturas em seguida, demoliam-se tudo, dando nova fisionomia à fachada.
Apesar de o Terminal de Passageiros ter sofrido constantes modificações, o partido inicial do projeto não sofreu alterações até a sua conclusão, foi mantida a quase totalidade da volumetria do conjunto, formada por duas massas unidas em forma semicircular na fachada voltada para a rua, e plana na voltada para o campo. Elas envolvem outro volume, mais alto e envidraçado, onde se localiza a Torre de Controle. Nos extremos existem dois prolongamentos baixos, estreitos e compridos, um para o Norte e outro para o Sul, nos quais estavam as áreas de embarque nacional e internacional. Essa leitura persiste até os dias atuais e é a identidade visual do Aeroporto de Congonhas. Tais modificações ocorridas nas várias versões do projeto original indicam que o fato de aumentar o programa das necessidades é que levou as estas mudanças, afinal pouco se sabia sobre terminais de passageiros aeroviários. No Brasil, o aeroporto mais moderno à época era o Santos Dumont, no Rio de Janeiro.
Uma descrição do projeto – constante do boletim n° 2, da Diretoria de Aeroportos da Secretaria da Viação e Obras Públicas do Estado de São Paulo (DASP) – apresentava detalhes da construção. O pavimento térreo, com área aproximada de 4200 metros quadrados, foi concebido para abrigar o principal movimento da estação, ou seja, a circulação de embarque e desembarque dos passageiros que eram desembaraçados nos balcões das principais companhias aéreas de São Paulo à época: Panair do Brasil, Aerovias, Cruzeiro do Sul, Varig, Vasp e Real Aerovias. As seis empresas representavam cerca de 92% do movimento total de Congonhas. No mesmo espaço foram instalados amplos sanitários, bar, balcão para a retirada centralizada das bagagens por intermédio de monta carga e quatro grandes elevadores, com capacidade de 18 passageiros cada um, além de duas grandes escadarias.
Logo acima do pavimento térreo, constituindo uma galeria ao seu redor, com 3600 metros quadrados de área, foram instaladas barbeiro, lojas, florista, casa de câmbio, telefones públicos, telégrafo, salão de espera e terraço sobre o pátio de aviões. No início, o espaço seria apenas uma galeria de circulação com vista para a rua que serviria para retirada do ar quente do saguão.
Com área de aproximadamente 3.870 metros quadrados, o andar superior foi projetado para ser um dos maiores centros de atração da cidade, na época. Com um restaurante localizado em uma área circular, com um terraço voltado para o pátio do aeroporto, havendo uma ampla visibilidade, permitindo cômoda apreciação do movimento dos aviões e outra grande área com uma bela arquitetura, utilizado por um salão de festas, Congonhas transformou-se em um pólo de entretenimento nos anos posteriores a sua construção. Como complemento da estação, o projeto previa um terraço na cobertura com 2.863 metros quadrados, no qual ficaria instalado um posto meteorológico ligado à Torre de Controle. Nesse local também foramcolocadas as instalações de radar, casas de máquinas e outras dependências. (MELLO, 2006). 
Desde o ano em que a obra foi concluída, até o início da década de 80, o aeroporto de Congonhas passou por diversas reformas e ampliações no sentido de atender aos constantes aumentos no tráfego de aeronaves, passageiros, acompanhantes e funcionários das empresas que aí exerciam suas atividades. Uma das mais importantes foi no sentido de atender a crescente demanda relacionada à ponte aérea São Paulo – Rio de Janeiro, visando separar este serviço ás demais áreas atendidas por Congonhas.
Nesta época, a pavimentação dos pátios de manobras ainda não estava concluída, e devido ao pó que se desprendia das partes não asfaltadas, causava desconforto e insegurança aos passageiros.
Logo após, foram concluídas as pistas, o pátio de manobras, com capacidade para 40 aviões de uma só vez, os táxi-ways, as ligações entre as pistas, as ligações entre o pátio e as pistas, a pavimentação das ruas, o estacionamento, a praça, as calçadas e a iluminação externa.
A construção do novo terminal de passageiros e de suas 12 pontes de embarque e desembarque trouxe dois resultados principais: tornou mais racional o movimento dos seus mais de um milhão de viajantes mensais e pôs fim à circulação de passageiros pelo pátio do aeroporto, o que era risco para a segurança e dificultava o movimento dos veículos de apoio às aeronaves. Transformações estas que trouxeram conforto e economia de tempo e dinheiro para usuários e companhias aéreas.
A renovação do Aeroporto de Congonhas foi basicamente dividida em duas etapas, sendo que a primeira fase da obra consistiu na construção do novo terminal de passageiros e de 12 pontes de embarque (finger’s), e a segunda fase foi a construção de mais 04 pontes de embarque, finalizando no total, 12 pontes; também foi construído um edifício-garagem com capacidade de aproximadamente 3500 vagas para automóveis.
Esta modernização, que foi realizada principalmente para aumentar a capacidade do aeroporto seguiu critérios arquitetônicos de modo a minimizar o impacto entre o novo visual e o antigo, preservando seu valor histórico.
O Aeroporto de Congonhas possui seus problemas, por estar inserido numa área densamente habitada, ele é causa de enorme polêmica envolvendo cidadãos comuns, moradores ou não do entorno aeroportuário - esta polêmica tornou-se global com as informações via internet -, como também, de políticos de todos os partidos. Esta polêmica envolve principalmente problemas relativos à segurança dos moradores próximos ao aeroporto e usuários deste, agravada com o acidente de 2007.
Em várias cidades importantes do mundo, como Londres, por exemplo, possuem aeroportos em áreas urbanas, para isso existem soluções técnicas, como adequação do tamanho das aeronaves em relação ao aeródromo, soluções de freio aerodinâmico e potência dos motores dessas aeronaves entre outros.
O crescimento da demanda para o transporte aéreo de passageiros é constante, concluo que se deveriam especializar os aeroportos já existentes no Terminal São Paulo e também investir na construção de novo aeroporto, de forma a manter o Aeroporto de Congonhas operacional, visto que este tem prestado bons serviços ao país, e se gerido de forma eficiente, prestará melhores serviços ainda no futuro.
No presente trabalho objetivou-se estudar os fluxos de aeronaves e passageiros no Aeroporto de Congonhas, tratando-o de forma sistêmica, pois, apesar de viável, torna-se desinteressante estudar apenas o fluxo de aeronaves ou somente o fluxo de passageiros (terminal e modais de acesso ao aeroporto) pelo simples fato de que são dependentes entre si.
O Aeroporto de Congonhas possui seus problemas, por estar inserido numa área densamente habitada, ele é causa de enorme polêmica envolvendo cidadãos comuns, moradores ou não do entorno aeroportuário (esta polêmica tornou-se global com as informações via internet), como também, de políticos de todos os partidos. Esta polêmica envolve principalmente problemas relativos à segurança dos moradores próximos ao aeroporto e usuários deste, agravada com o acidente de 2007.
Resoluções técnicas para estes problemas principais – segurança nas operações de pouso e decolagens (lado aéreo) como: restrição de vôos por SLOTs, faixas (ou áreas) de segurança nas pistas de decolagem, projeto de extensão das pistas em 1,1 km. Resoluções técnicas para os fluxos de passageiros (lado terrestre) como: modernização do terminal de passageiros, melhoras nas vias de acesso e projetos para o futuro em vários modais objetivando um acesso mais rápido e confortável dos usuários do aeroporto.
Conclui-se que, com os investimentos feitos recentemente neste septuagenário aeroporto, e com os futuros investimentos, sejam eles na extensão das pistas, ou nos modais de transporte para acessá-lo, Congonhas ainda é viável, por vários motivos: localização, ainda que polêmica, privilegiada. Os bairros em seu entorno ao invés de serem desvalorizados pelos problemas atribuídos ao aeroporto, são cada vez mais valorizados, caso de Moema, Campo Belo, Jardim Jabaquara. Estes bairros possuem caráter residencial (com edifícios de alto padrão) e comercial, (com várias empresas tendo filiais e matrizes nestes bairros).
As facilidades da localização do aeroporto são inquestionáveis, os altos executivos que se utilizam deste aeroporto a trabalho valem-se desta localização privilegiada. Por esses motivos, os preços das passagens aéreas domésticas em Congonhas são mais altos que em outros aeroportos.
Em várias cidades importantes do mundo, como Londres, por exemplo, possuem aeroportos em áreas urbanas, para isso existem soluções técnicas, como adequação do tamanho das aeronaves em relação ao aeródromo, soluções de freio aerodinâmico e potencia dos motores dessas aeronaves entre outros.
O crescimento da demanda para o transporte aéreo de passageiros é constante, concluo que se deveriam especializar os aeroportos já existentes no Terminal São Paulo e também investir na construção de novo aeroporto, de forma a manter o Aeroporto de Congonhas operacional, visto que este tem prestado bons serviços ao país, e se gerido de forma eficiente, prestará melhores serviços ainda no futuro.
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
MELLO, L. B. de. Aeroporto de Congonhas: Terminal de passageiros – Histórias da Construção. São Paulo: Prêmio Editorial Ltda., 2006.
PALHARES, G. L. Transporte Aéreo e Turismo: gerando desenvolvimento socioeconômico. São Paulo, Aleph, 2001.
BIEGUELMAN, G. No ar: 60 anos do Aeroporto de Congonhas. São Paulo: Ribenboim Design, 1996.
BALLOU, R. H. Gerenciamento da Cadeia de Suprimentos/Logística Empresarial. Porto Alegre: Bookman, 2006.
MOURA, G. B. de. Transporte Aéreo e Responsabilidade Civil. São Paulo: Edições Aduaneiras Ltda., 1992.
MARTINELLI, F. Congonhas de cara nova. São Paulo: TV1Editorial, 2004.
MOSER, R. F. Simulação e Análise de Configurações Aeroportuárias utilizando Visual SIMMOD: aplicação no Aeroporto Internacional de São Paulo / Guarulhos. São Paulo. Dissertação (Mestrado) – Escola Politécnica, Universidade de São Paulo, 2007.
RIBEIRO, F. R. Modelo de Simulação para Análise Operacional de Pátio de Aeroportos. São Paulo. Dissertação (Mestrado) – Escola Politécnica, Universidade de São Paulo, 2003.
HOTEL UNIQUE
Ruy Ohtake
Ruy Ohtake tem uma trajetória profissional que traz a exuberância de edifícios, hotéis e restaurantes luxuosos, mas também, trabalhos sociais que alteraram paradigmas, como as habitações sociais em formato arredondado em Heliópolis.
O objetivo é tornar, ainda mais, público e reconhecido um exemplo de criatividade da arquitetura brasileira, que tornou diferentes ambientes como o Hotel Unique e as ruas de Heliópolis, em lugares mais acolhedores e alegres.
O educador Paulo Freire costumava criticar o conceito de que criança não pode ser criada narua. Pois, segundo ele, a rua também é um local importante para que ela possa crescer e se desenvolver. A arquitetura e o urbanismo é um instrumento relevante, no caso de São Paulo, desafiador para se criar e tornar locais públicos em ambientes mais alegres, sociais e acolhedores.
Filho mais velho da renomada artista plástica Tomie Ohtake e do agrônomo Alberto Ohtake, Formado pela FAU – Faculdade de Arquitetura e Urbanismo da Universidade de São Paulo, em 1960, o arquiteto paulista Ruy Ohtake vem imprimindo uma linguagem própria em mais de 300 obras realizadas no Brasil e no exterior. Em sua arquitetura, mescla a pesquisa tecnológica, atenta a nossa indústria de construção, com depurada e original plasticidade. Graças a isso, a sua obra possui o difícil êxito de ser a um só tempo autoral e sensível às nossas condições e necessidades. Comprometido em realizar uma arquitetura brasileira contemporânea, tendo a inovação como princípio, Ruy Ohtake consegue colocar a sua marca em projetos para os mais variados fins: obras públicas, escolas, cinemas, teatros, edifícios de apartamentos e de escritórios e residências.
No Brasil conquistou, em 2007, o Colar de Ouro, maior condecoração do Instituto de Arquitetos do Brasil. Recebeu os títulos de Professor Emérito da Faculdade de Arquitetura de Santos e de Professor Honoris Causa da Universidade Braz Cubas. Seu reconhecimento internacional já o levou a fazer parte do seleto grupo de arquitetos convidados do 20º Congresso da União Internacional de Arquitetos (1999), em Pequim, ao lado de Jean Nouvel e Tadao Ando, para proferir uma das principais conferências, na Assembléia do Povo, que reuniu 6.000 pessoas. Na comemoração dos 60 anos da FAU-USP, em 2008, foi o arquiteto convidado a fazer uma exposição no grande espaço projetado por seu mestre Vilanova Artigas.
Elogiado por Oscar Niemeyer por sua liberdade plástica, o desenho de Ruy Ohtake, ganhador de 25 prêmios, está impresso em ruas e avenidas de importantes cidades brasileiras e no exterior. É dele, por exemplo, entre outras obras em São Paulo, os hotéis Unique e Renaissance, o Expresso Tiradentes, o Centro Cultural de Guarulhos (Adamastor), o Instituto Tomie Ohtake, o premiado Parque Ecológico do Tietê, no qual é também responsável pela sua atualização e expansão. A reforma do Estádio do Morumbi, a urbanização de seu entorno, além da já terminada obra do Centro de Treinamento para os atletas, são também obras representativas do arquiteto na capital paulista, ao lado ainda dos edifícios Santa Catarina, na Avenida Paulista, e Fundação Carlos Chagas, na Rua Conde de Sarzedas, do Conjunto Residencial e do Pólo Educacional de Heliópolis. 
O arquiteto assina ainda o Brasília Alvorada Hotel, o Estádio do Gama, o Brasília Shopping, o Laboratório União Química, em Brasília. Recentemente já viu construído seu projeto para a Orla de Bertioga e atualmente desenvolve um grande Aquário com peixes do Pantanal, em Mato Grosso do Sul.
No exterior, são de sua autoria a Embaixada Brasileira e a residência do Embaixador, em Tóquio, o Club de Las Américas, em Santo Domingo, Jardins e Museu Aberto da OEA - Organização dos Estados Americanos, nos Estados Unidos. Com sua obra, já ganhou exposições individuais no Brasil e no exterior e é convidado permanentemente por universidades brasileiras e estrangeiras para proferir palestras. Em novembro último, esteve em Nova York a convite da Columbia University, onde fez palestra e workshop. 
Projetos humanizados e formas orgânicas são marcas das obras de Ruy Ohtake. Com uma linguagem própria e arquitetura arrojada, os projetos do arquiteto, urbanista e artista plástico privilegiam o bem-estar e o tornaram reconhecido como um vanguardista do design contemporâneo brasileiro.
Reconhecido até mesmo pelo mestre Oscar Niemeyer, assina mais de 300 projetos e coleciona mais de 20 prêmios de importância internacional. Alguns deles já fazem parte da paisagem urbana e tornaram-se verdadeiros cartões postais das cidades.
O que explica todo esse reconhecimento em especial é a humanização de seus projetos, que privilegiam as áreas de convivência e criam espaços aconchegantes e impressionantes através de formas arredondadas e traços imponentes. O artista é capaz de aliar um design arrojado à funcionalidade, com recortes únicos que encantam aos olhos e fazem as pessoas se sentirem bem. Não é à toa que ele é extremamente requisitado também para criar projetos de casas e escritórios, adaptando os espaços às necessidades de quem os utiliza.
Em meio a tantos projetos premiados, destacamos alguns emblemáticos para abordar. Em São Paulo, o empreendimento Othtake Cultural cria um espaço urbano inusitado, integrando escritórios, teatro, centro de convenções em um projeto que lhe rendeu o prêmio da 9ª Bienal de Arquitetura de Buenos Aires.
Na região dos Jardins, fica localizado o Hotel Unique, uma obra que já é referência da paisagem paulistana. Aliás, é justamente o arrojo da cidade é que está representado nas formas surpreendentes de um projeto que eleva o status das áreas de convivência para abrigar a diversidade desta metrópole.Ainda em São Paulo, outro trabalho que se destaca são as obras na favela de Heliópolis, com os famosos prédios circulares nas construções residenciais apelidados de Redondinhos.
Já no Rio de Janeiro, está envolvido na recuperação da área portuária, o Porto Maravilha, contribuindo para a formação de um centro econômico e turístico renovado.
No Mato Grosso do Sul, o arquiteto foi convidado pelo governo do estado a realizar o projeto do o Aquário do Pantanal, uma obra pensada para expor as espécies aquáticas e flora da região e tornar-se um centro cultural de grande importância. Brasília também é marcada pelo design ousado do artista em projetos como o Hotel Blue Tree, o Estádio do Gama e o Brasília Shopping. As obras de Ruy cruzam fronteiras e estão presentes até mesmo em Tóquio, na Embaixada Brasileira, e nos Estados Unidos, no Museu Aberto da Organização dos Estados Americanos, entre outras localidades. Não restam dúvidas de que Ruy Ohtake é um ícone da arquitetura brasileira.
Há 12 anos, quando foi projetado pelo arquiteto Ruy Ohtake, o hotel Unique chegou ao mercado com a proposta de ser único. Um hotel design – ou boutique –, com espaços diferenciados e atendimento personalizado. A arquitetura engenhosa aportou em plena avenida Brigadeiro Luís Antônio, em São Paulo, com uma estrutura inédita em forma de arco invertido, marcada pelo desenho de janelas circulares. Suspensa do solo, ela é apoiada parcialmente nas extremidades em duas empenas de concreto de 50 cm de espessura e em oito pilares distribuídos dentro do volume protegido por uma fachada de vidro. Sempre questionado sobre como chegou a essa forma – reconhecida como um barco por alguns, ou melancia, por outros – Ruy Ohtake revela que apenas começou a desenhar, mas o ponto de partida passou pelo fato de que na região onde o edifício está localizado só eram permitidos prédios de até sete andares, ou seja, 25 metros. “Para fazer um hotel com certa presença, eu precisava de algo bem maior... Então tive de me virar”, relembra o arquiteto de forma bem-humorada. A saída foi criar um partido que logo se destacasse pela arquitetura. O design inusitado alia-se também a soluções incomuns – como o planejamento do pavimento superior com mais quartos que o andar inferior, baseado no fato de todos preferirem se hospedar na área mais alta. Há, ainda, a lateral arredondada do prédio, que gerou um grande vazio central. Somado a isso existe por trás dessa estrutura um time de profissionais de peso – o arquiteto João Armentano, responsável dela decoração; o paisagista Gilberto Elkis e o lighting designer Guinter Parschalk –, o que explica por que o Unique continua sendo uma construção contemporânea.
A instigante fachada é, na verdade, uma grande estrutura metálica com proteção de vidro que avança para a cobertura, destacando-se do corpo da construção. Independente, ela serve de ancoragem para a caixilhariano sistema silicone glazing, com vidros laminados planos e curvos de 10 e 12 milímetros, na cor cinza-escura. 
Todo o sistema apoia-se no esqueleto de concreto armado. A face inferior exibe acabamento em maçaranduba, em réguas de 30 centímetros de largura. Para manter a transparência, foram projetadas treliças constituídas por cabos pré-tensionados, associados a uma grelha vertical que recebe os painéis de vidro encapsulado em silicone. Ruy Ohtake explica que as variações de tonalidade verde visualizadas no corpo do edifício devem-se ao revestimento das duas faces da estrutura com placas de cobre pré-oxidadas. No amplo lobby figuram 1.100 metros quadrados de vidros. A transparência permitida pelo material integra interior e exterior. Ruy Ohtake estabeleceu um recuo de 35 metros, delimitando a fachada de vidro, de onde parte um jardim de pedras, de autoria de Gilberto Elkis. O projeto paisagístico – marcadamente horizontal e melhor observado da cobertura – privilegiou sinuosos caminhos de água. As plantas maiores foram iluminadas e destacadas por meio de projetores embutidos no piso.
O conceito de iluminação do Hotel Unique acompanha as propostas diferenciadas do projeto. Soluções não convencionais e tecnologicamente inovadoras criadas por Guinter Parschalk proporcionam surpresas em cada um dos ambientes do hotel. Logo na entrada do lobby, uma parede saída de um piso elevado diferencia a entrada social da de serviço e bagagens. Destacada pela iluminação periférica abaixo do piso, ela parece flutuar entre o pavimento térreo e o inferior. Mais adiante, uma abertura com pé-direito alto em forma de arco triangular e de paredes de concreto tingidas de vermelho expõe um enorme banco de madeira bruta de Hugo França. Para iluminá-lo e destacá-lo, foram instalados quatro projetores de foco de 4° que direcionam a luz para cima, onde estão fincadas quatro placas refletores, tipo ‘spiegel’ (espelho). Cada uma tem uma superfície plana, correspondente a um quarto da área, revestida de alumínio semiespecular plano em cor natural. Já os três quartos restantes estão cobertos com células convexas anodizadas na cor vermelha.
A fachada do edifício foi valorizada por uma iluminação tênue, porém dinâmica. Indireta, ela é refletida a partir do espelho d’água, por meio de três projetores de foco ultra fechados. Eles se projetam na pequena queda d’água, e a luz refletida na água em movimento se lança para o edifício. O resultado é uma mancha de luz quente e suave, flutuando sobre a fachada e permitindo a visualização das circulações internas com luz azulada. Na área central do arco invertido, o pé-direito se eleva até a cobertura, que recebeu luzes indiretas vindas de projetores e refletores ‘spiegel’, ressaltando os detalhes do espaço. A iluminação diferenciada está presente desde o corredor de entrada revestido com placas de pedra ônix translúcida. “Estas foram retro iluminadas, o que torna o espaço revestido e iluminado pelo próprio material; um efeito que lembra os tradicionais lustres de alabastro”, comenta Guinter. 
Ela foi iluminada com uma série de projetores com luz azul, instalados rente à parede, criando uma luz paralela que marca e amplifica as texturas e relevos desta parede de concreto
A estrutura de concreto protendido, inovadora para a época em que o hotel foi construído, define a forma curva externa do edifício também percebida no interior: os seis corredores são compostos por blocos curvos, e cada bloco abriga quatro apartamentos. Nos aposentos das extremidades, o desenho em arco da estrutura se reflete no piso e na parede que, unidos, formam um fundo infinito, permitindo literalmente ‘andar pelas paredes’. Nos seis andares, os 95 apartamentos – e corredores – são dotados de 129 janelas circulares, sem travessas, com abertura de 12 centímetros, vidros laminados de 12 milímetros e perfis de alumínio com pintura eletrostática e acabamento acetinado. Elas oferecem aos hóspedes uma vista emoldurada da cidade e acentuam a leveza da fachada. Nas suítes, banheiros e quartos são integrados por meio de uma janela com perfis de aço inoxidável escovado e abertura total do vão de 1,60 por 1,60 metros. Desenhada pelo arquiteto João Armentano, a esquadria foi projetada para recolher-se no teto, preservando o espaço útil do apartamento. Composta por dois painéis de 1,60 por 0,80 metros, ela tem o peso sustentado por contrapesos colocados nos montantes laterais, embutidos nas paredes. Para marcar os corredores dos apartamentos curvos e irregulares, sancas acompanham o perímetro das paredes, onde foram instaladas fluorescentes de cor azul. O lighting designer Guinter ressalta que a solução gera a percepção de um ambiente ‘misterioso’, onde se destacam as identificações dos apartamentos, dadas por pequenas sinalizações luminosas, executadas em vidro jateado.
O átrio vai do lobby à cobertura e nele estão situados os halls dos elevadores e, na face oposta, uma grande empena de concreto bruto. “Ela foi iluminada com uma série de projetores com luz azul, instalados rente à parede, criando uma luz paralela que marca e amplifica as texturas e relevos desta parede de concreto”, explica o lighting designer. Em um dos trechos próximo ao bar, o piso de vidro que cobre o átrio foi preenchido com água, formando um espelho d’água. Através dele é possível visualizar até o lobby, no térreo. Guinter conta que foram criadas para o espelho velas convexas em gel transparente que ondulam sobre a água. “O efeito é o de chamas flutuantes, observadas por quem está no restaurante e no lobby”, descreve.
Desde maio, duas das principais ruas de Heliópolis, a maior comunidade carente de São Paulo, passam por uma transformação. Todas as fachadas das habitações foram rebocadas e pintadas com cores vivas, que alegraram ainda mais a tradicional festa junina promovida todos os anos pelos moradores da região. As novas cores das fachadas das casas de Heliópolis não podem ser descritas como simples maquiagem dos problemas que envolvem a comunidade. 
Vibrantes, estão ali como símbolo da reivindicação por cidadania e inclusão social. Escolhidas pelos próprios moradores, foram trabalhadas numa composição criada pelo arquiteto Ruy Ohtake, que usou a fusão de tons para mostrar também a força da solidariedade entre os moradores. Com repercussão positiva na comunidade e na mídia, a aplicação do acabamento é o primeiro passo do trabalho de Identidade Cultural de Heliópolis. 
O envolvimento de Ruy Ohtake com Heliópolis foi uma daquelas coisas certas que resultam de linhas tortas. Literalmente. No final do ano passado, o arquiteto deu uma declaração a uma revista semanal e foi mal interpretado. "Publicaram uma fala minha dizendo que Heliópolis é o lugar mais feio de São Paulo", conta, ressalvando que não foi isso o que quis dizer. A frase infeliz foi a deixa, entretanto, para que os líderes comunitários se aproximassem do arquiteto. E eles não deixaram por menos. "Poderia nos ajudar a tornar Heliópolis mais bonita?", dispararam. A resposta foi positiva e, já na primeira visita, Ohtake conheceu várias áreas da favela, inclusive os pontos mais precários junto ao córrego Sacomã. Mas, acima de tudo, Ruy Ohtake ouviu a comunidade. 
Foi assim que surgiu o projeto Identidade Cultural de Heliópolis. Além do tratamento das fachadas, o projeto prevê a construção de uma biblioteca pública com mais de mil livros, um centro cultural com cinema e galeria de exposições, espaço para feira de produtos manufaturados pela comunidade, além de uma escola de arte. Esta última já está em funcionamento e atende cerca de 30 jovens. Ruy Ohtake concebeu e coordena os trabalhos de forma voluntária, com a colaboração da arquiteta Daniela Della Volpe. Os dois visitam Heliópolis toda semana para acompanhar as obras. 
Ohtake também buscou parcerias com empresas privadas e com profissionais conceituados para viabilizar a implantação do projeto. Os trabalhos estão em pleno andamento com o apoio da associação comunitária UNAS (União dos Núcleos e Associações de Moradoresde Heliópolis e São João Clímaco), a mais influente da região, que trabalha sem interferência do poder público ou de partidos políticos. "Em Heliópolis faltam opções de cultura e lazer", avalia Ruy Ohtake, "por isso, percebi que minha colaboração só poderia ser pelo lado cultural e social - infraestrutura cabe à administração pública", pondera. 
Após as discussões iniciais, arquitetos e comunidade concluíram que Heliópolis precisava de mais elementos para criar uma identidade cultural além do tratamento das fachadas. Assim, foram previstos projetos de educação artística na forma de encontros e aulas, biblioteca, escola de computação e informática, cinema, galeria de exposições, centro cultural e uma feirinha. 
Para realizar essa empreitada, Ohtake propôs parcerias a empresas e profissionais que já o haviam acompanhado em outros trabalhos. Conseguiu apoio do Banco Panamericano e das empresas Basf-Suvinil, Matec Engenharia, Aquarela e ABCP (Associação Brasileira de Cimento Portland) para o fornecimento de material, verba e mão-de-obra. Para orientar os trabalhos sociais, conquistou aliados ilustres do setor artístico e cultural de São Paulo. 
Já o Hotel Renaissance fica localizado a uma quadra da Avenida Paulista, este edifício tem uma expressão forte dentro do denso espaço da cidade de São Paulo. Com 500 apartamentos, distribuídos em 25 pavimentos, o hotel possui uma das mais valiosas coleções de arte. Painéis e esculturas enriquecem ainda mais o ambiente.
Os pequeninos lambaris reinam sozinhos nas águas do milionário e elíptico Aquário do Pantanal. A obra, que supera R$ 230 milhões e tem sucessivas dilatações de prazo para entrega, foi projetada para 260 espécies. 
Contudo, cinco anos após o começo da construção, os habitantes se resumem aos lambaris, predadores de larvas; um elefante na cenografia que representa a África; e uma boneca no aquário da Tailândia, que teve que ser escondida por caixas para não assustar a vigilância.
A passagem do tempo deixa marcas na gigante elipse projetada pelo renomado arquiteto Ruy Ohtake e localizada na avenida Afonso Pena, em Campo Grande. Na entrada, um acrílico trincado na fachada. 
Dentro do aquário, basta olhar para cima para o cenário se repetir. A cúpula também tem placa com avaria, provocada pelo choque de um drone. Somente em acrílico, que se espalha pelos tanques, o gasto era de US$ 5 milhões até 2014.
A visita da reportagem começa pelo saguão, onde uma lanchonete espera por clientes, os banheiros aguardam as divisórias e o auditório, com vista para um aquário com capacidade para 85 mil litros de água, funciona como depósito. Com problemas de alinhamento, parte do piso é substituída.
No caminho para os tanques, a escada tem pontos quebrados. Na área externa, as madeiras sem impermeabilização sofrem o efeito da exposição à chuva e sol. Vidros e ar-condicionados também esperam pela instalação. Na retomada da obram, também foi encontrado item vencido, como cimento. O material para reaproveitamento já foi separado.
O Brasília Shopping and Towers está inserido no contexto arquitetônico de Brasília. As duas torres e arco, que estão conectadas com os andares superiores. O empreendimento é composto por 19 pavimentos, duas torres e cada uma delas contam com 14 andares e 336 salas comercias e escritórios.
O Edifício Berrine é um empreendimento comercial, destinado a grandes empresas. Em sua faixada frontal é possível identificar a ousadia no uso das formas. Localizado na região da Marginal do Rio Pinheiros, o prédio conta com 17 andares de escritórios, com áreas privativas que variam de 667 a 730 metros quadrados.
O Edifício lagoa foi inspirado na lagoa Rodrigo de Freitas, seu desenho conversa com a beleza da cidade. A ondulação do terraço mais parece ondas do mar. Nesta sintonia que o arquiteto projetou arranjos criativos de terraço, a fim de prolongar salas e quartos, além de se destacar entre os demais prédios, pela ousadia e delicadeza de sua obra. 
O Edifício Santa Catarina é um projeto ousado e inovador. Inspirado na contemporaneidade da cidade de São Paulo, localizado no cartão postal da cidade, a Avenida Paulista, dono de um desenho singular o Edifício Santa Catarina tem 1.000 metros quadrados e laje de 18 pavimentos, é uma espécie de cúpula de vidro. Além da sua forma, os aros na cor vermelha completa o desenho que chama a atenção de quem passa pelos arredores.
A Embaixada do Brasil em Tóquio possui uma fachada curva e verticalizada, a Embaixada que representa o Brasil no Japão, ganha características únicas. O prédio tem cinco pavimentos, e está localizado em uma rua bem estreita, o que dá ao empreendimento uma característica ainda mais excitante, além das cores fortes que representa a cultura brasileira.
O Memorial da cidade Teresina foi construído para a valorização dos rios Poti e Parnaíba sendo foco principal deste projeto, que deverá modificar de maneira histórica a capital do Piauí. A concepção prevê a explanada do Rio Parnaíba, além da edificação de três prédios: O memorial da cidade, o Piauí Multimídia e a Estação ciência dentro de um espaço de 1500 metros quadrados.
O Centro Cultural de Palmital está localizado em uma praça ajardinada, o edifício possui quatro fachadas diferentes, três delas marcadas com arcos de entrada, e a quarta com brises coloridos, o que dá ao projeto uma característica de contemporaneidade. Ordenado segundo um módulo de dez metros, é composto por um auditório com capacidade para 120 pessoas, biblioteca, salão de exposições e salas administrativas.
O Central Park é um edifício comercial composto por sete pavimentos, seu diferencial está na sua aparência exuberante e imponente. Localizado na cidade de São Paulo, o edifício embeleza ainda mais a aparência de São Paulo.
O Edifício Diamond está localizado de frente com a Praça da República, o Edifício residencial conta com 25 apartamentos, um por andar. A temperatura alta, típica da região, em conjunto com a umidade do ar, inspirou o arquiteto em elaborar a abertura do terraço em duas faces, assim os moradores podem aproveitar ainda mais a paisagem local.
O Centro Cultural de Guarulhos teve como principal objetivo transformar uma antiga industria têxtil no Centro Municipal de Educação Adamastor. Com quase 8 mil metros quadrados de construção, o local conservou a imagem histórica da cidade de Guarulhos e conservou a chaminé de 50 metros de altura, que a visível distância se constitui a símbolo o conjunto. 
O Cerquilho é um centro cultural que foi projetado para levar cultura a população local e visitantes. O complexo contar com um significativo conjunto cultural é composto por teatro e bibliotecas. Sua proposta é apresentar algo inovador dentro do espaço urbano.
O arquiteto considera a arquitetura uma das manifestações humanas mais significativas, porque lida com uma série de itens importantes para a nossa cultura. A arquitetura é uma expressão de vida. Com esse conceito, o arquiteto Ruy Ohtake é um dos responsáveis pela construção da São Paulo contemporânea. Da grandiosidade do edifício do Instituto Tomie Ohtake, entre as avenidas Faria Lima e Pedroso de Moraes, no bairro de Pinheiros, ao condomínio residencial projetado para a comunidade carente da região do Heliópolis, Ohtake trava o desafio de projetar uma cidade que garanta a acessibilidade ao lazer, à cultura e à arte.
Definindo e refletindo sobre o seu trabalho. “Boa arquitetura se completa com boa construção, porque a obra é a consolidação do projeto no espaço urbano, deve ser presença significativa, com inovação, provocando surpresa, e, sobretudo, ser bonita”, ressalta. “E porque, como arte, deve ser uma expressão de contemporaneidade, que em consequência significa compromisso com o futuro.”
Nesse compromisso, o arquiteto valoriza especialmente o convívio nos espaços. “A obra materializa a relação da arquitetura com as pessoas que a frequentam ou a usam: o diálogo com os espaços internos, a adequação dos materiais e a clareza funcional. É assim naspraças, nos centros de convivência, nos espaços culturais, nos aquários, nas moradias e nos complexos residenciais. São as emoções e as razões pelas quais tenho me empenhado para que meus projetos sejam construídos.”
 Há quem veja nas curvas de Ohtake a referência ao desenho de Niemeyer. Uma influência que o arquiteto nascido em São Paulo, em 1938, e formado pela Faculdade de Arquitetura e Urbanismo (FAU) da USP, em 1960, não nega. Ohtake relembra: “Quando eu estava ainda no início do curso, ia ao Rio para observar o escritório de Niemeyer. Eu nem me atrevia a perguntar se ele podia me atender. Mas ficava por ali na porta, na expectativa de conversar. Até o dia em que ele me viu, perguntou o que eu queria e me mandou entrar. Fiquei observando as pessoas desenharem e ele me convidou para jantar. Eu não me sentia em condições para manter um diálogo, mas eu fiquei o tempo todo ouvindo”.
O primeiro encontro de muitos outros, que foram desenhando os caminhos do arquiteto. Na avaliação de Rodrigo Queiroz, professor da FAU, a trajetória de Ohtake é um exemplo oportuno para a compreensão da continuidade de um suposto legado moderno pós-Brasília, representado por Oscar Niemeyer. Porém, ressalta: “É importante dizer que curva, para Niemeyer e Ohtake, assume configurações absolutamente distintas: o arquiteto carioca preserva um raciocínio gráfico que se transporta do desenho para a obra, como a espessura de um gesto transformada em membrana construída, enquanto Ohtake assimila a ‘liberdade plástica’ pelo viés da maleabilidade da forma”.
Para o professor Roberto Segre, a dinâmica multicultural e as dimensões da vida social estão presentes na obra do arquiteto. No artigo que abre o livro Ruy Ohtake – Arquitetura e Design: 4 décadas 2008–2015, faz uma análise de todas as obras no percurso da arquitetura mundial e no contexto histórico do País. Tem, especialmente, um foco nas obras de conteúdo social, destacando a intervenção de Ohtake na comunidade paulista de Heliópolis, em 2004. “Ao ser procurado pelos seus representantes, o arquiteto elaborou um projeto de transformação estética da região formada por casas e ruas, baseado na pintura das fachadas, que da dura superfície de tijolos transformou-se em uma sintonia cromática desenvolvida com a participação ativa e voluntária dos moradores.”
Importante destacar que o projeto de reurbanização que Ohtake desenvolveu na comunidade colaborou para integrar Heliópolis em São Paulo como um novo bairro. O conjunto residencial, com prédios em formatos redondos e janelas coloridas, talvez tenha sido um dos maiores desafios de Ohtake. Integrou a arquitetura e a arte em um projeto de urbanização que incentiva a cidadania.
 O projeto do Aquário do Pantanal, em Campo Grande. “Projetamos uma forma alongada e curva, que poderá vir a ser uma referência na cidade, em implantação no bonito Parque das Nações Indígenas”, explica Ohtake. “Será um significativo centro cultural, com biblioteca dedicada à cultura pantaneira, auditório para 240 lugares e estação para consulta interativa, não só para esse aquário, mas com conexão com outros aquários do exterior.” Em destaque também o conjunto Aché Cultural–Instituto Tomie Ohtake, que se tornou o ponto de encontro dos paulistanos, com uma agenda que inclui teatro, exposições, restaurante e cursos.
Entre o final do século 20 e início do 21, surgiram as obras mais maduras e originais de Ohtake. As cores da torre do Hotel Renaissance, em 1992, o destacam no centro de São Paulo e a forma leve da catenária suspensa no ar identifica o Hotel Unique, em 2002, caracterizada pela imagem inédita que manifesta a alta tecnologia no sistema de janelas redondas na fachada de bronze verde. Paul Coldeberger, renomado crítico do New York Times, apontou essa obra entre as sete maravilhas do mundo em 2004.
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
Polo mármores. Disponível em: http://blog.polomarmores.com.br/a-humanizacao-nas-obras-de-ruy-ohtake-conheca-os-principais-projetos-desse-arquiteto/. Acesso em 02 de Nov. 2016.
Revista Pini. Disponível em: http://www.au.pini.com.br/arquitetura-urbanismo/126/habitacao-23194-1.aspx. Acesso em 03 Nov. 2016.
Arco. Disponível em: https://arcoweb.com.br/projetodesign/especiais/ruy-ohtake-hotel-unique-01-10-2002. Acesso em 02 Nov. 2016.
MUBE
O MuBE – Museu Brasileiro da Escultura é uma instituição privada de interesse público criada para promover a arte em seus diversos segmentos, escultura, pintura, fotografia, grafite, desenho, música, cinema. Localizado em São Paulo, abriga uma ampla programação, com especial atenção à produção esculturais brasileira. O museu recebe, anualmente, de 80 a 100 mil pessoas, para ver seu acervo, visitar suas exposições, participar de suas atividades educativas, ou conhecer a arquitetura do edifício.
A programação do MuBE é extensa e diversificada. As exposições apresentam a produção atual de artistas reconhecidos internacionalmente, além de abrir espaço para divulgação de novos nomes do panorama artístico nacional. Além delas, o museu também oferece a seus visitantes diversas opções de educação e cultura, entre cursos, seminários, palestras, recitais, feira de antiguidades, gastronomia, peças teatrais, filmes e vídeos.
O MuBE foi criado em 1995, em uma área de 7.000 metros quadrados no bairro paulistano do Jardim Europa. Sua sede é um dos edifícios mais significativos da obra do arquiteto Paulo Mendes da Rocha. Erguido em concreto aparente, abaixo do nível da rua, o prédio conta com o silêncio como parte do ambiente.
Um jardim projetado por Burle Marx complementa o espaço, e é mais uma das atrações da instituição. O museu possui três áreas internas para exposições: o Grande Salão, a Sala Pinacoteca e a Sala Burle Marx. No Auditório Pedro Piva, com capacidade para 192 pessoas, acontecem apresentações musicais, teatrais, de cinema e multimídia. Um amplo espaço externo, um espaço gastronômico e uma loja de souvenirs, completam a área de visitação.
O MuBE foi criado à partir de uma proposta inovadora: ser um museu sem acervo fixo. Apesar disso, durante sua existência, recebeu um conjunto significativo de esculturas. Essas obras estão expostas em seus espaços internos e externos. Entre elas, criações de Arcangelo Ianelli, Francisco Brennand, Ivald Granato, Nathalie Decoster, João Carlos Galvão, Sonia Ebling, Caciporé Torres, Ktcho, Yutaka Toyota, Marco Lodola, Roberto Lerner, Waldomiro de Deus e Victor Brecheret.
O museu realiza cerca de 25 exposições a cada ano, todas com entrada franca. A instituição oferece visitas mediadas para crianças, estudantes e grupos da terceira idade. Nas visitas, os educadores adotam abordagens criativo-pedagógicas, de acordo com uma perspectiva de ação educativa e inclusão social.
O MuBE também realiza outras atividades educativas. Uma ativa agenda de cursos apresenta temas como escultura, pintura, desenho, cerâmica, história da arte e filosofia, para várias faixas etárias. Além disso, promove eventos, que ampliam a presença da instituição na cena cultural da cidade. Em sua programação, é possível encontrar música, teatro e cinema, e também encontros acadêmicos, como seminários e palestras.
Entre suas iniciativas, também reúne projetos, que pretendem estender o museu para além de seus limites territoriais. No “MuBE Virtual”, mantém um amplo banco de dados sobre a produção escultural brasileira, disponível para livre consulta via Internet. Nesse e em outros projetos, o museu também realiza ações voltadas à promoção da responsabilidade socioambiental. Todos são mantidos pela instituição e contam com apoio de parceiros que, unidos ao MuBE, contribuem, decisivamente, para a difusão da arte e da cultura no país.
O museu recebe exposições itinerantes nacionais e internacionais com área de aproximadamente 1.400 m2. Os Ateliês Oficinas com 600 alunos contam com cursos e workshops mestrados por ótimos profissionais artistas plástico, críticos e historiadores de arte. O auditório tem capacidade para200 lugares sempre realizando mostras, filmes, slides, dança, debates, congressos e etc. Sempre trazendo cultura em diferentes mídias. 
 A representação da ecologia pelo jardim de Burle Marx não seria apenas um jardim do Museu, mas parte integrante da área de exposições ao ar livre idealizado pelo Arquiteto Paulo Mendes da Rocha pelo simples fato do jardim ser o Museu. Para não se tornar uma construção convencional com recuos laterais, frente e fundos e analisando as condições topográficas do terreno, o Arquiteto definiu um Museu semi-subterrâneo aproveitando o desnível e a construção aflora na entrada pela Rua Alemanha. Essa solução auxilia a acústica e térmica da área enterrada. A solução para a proteção da área externa foi uma grande e perfeita horizontal, perpendicular a avenida Europa. A altura tem referências á escala das esculturas e escala humana de 2,30m.
 Situado na zona residencial da cidade, o MuBE foi inicialmente imaginado como um museu de escultura e ecologia. Assim decidiu-se que seu destino seria abrigar uma “noticia da paisagem”. Realizado apenas como museu da escultura, ele não deixou de ser imaginado como um jardim, como uma sombra e um teatro ao ar livre. A edificação principal não é aparente a céu aberto, a não ser por um alpendre, grande prisma reto, lugar de abrigo simbólico sobre o jardim, ponto de referência e parâmetro de escala entre as esculturas e o observador.
 Entre as formas de pensar o espaço, há aquelas que procede das idéias aos fenômenos, das medidas a construção. Há uma outra que parte de uma situação originária para desdobrar novas configurações. A primeira necessita apenas de cálculos e razão e a segunda de uma imaginação do espaço. Pode-se considerar que o Projeto de Paulo Mendes da Rocha sugere um raciocínio espacial e topológico, ao mesmo tempo.
De início parece claro que a inteligência do projeto é ter tomado o lote por inteiro, como seu campo de intervenção. A aparente distorção da planta, com seus ângulos agudos e deslocamentos de eixos, se mostra, na verdade, de uma singeleza desconcertante. A planta é o rebatimento quase em escala natural do perímetro do lote, que só então reconhecemos com sua geometria deformada. 
  Da mesma maneira, os cortes e elevações tornam evidente a situação original do terreno: os desníveis se sucedem da Avenida Europa até a Rua Alemanha e, daí até o interior do museu, na profundidade permitida pelo lençol freático, por esses desníveis, o espaço interno aflora, surpreendentemente visível, no piso superior, sob a forma de uma praça recortada, um anfiteatro e um espelho d’água.
 É o corte, portanto que induz a um percurso ininterrupto do interior ao exterior e vice-versa, numa clara demonstração da idéia de espaço contínuo. 
Se o corte é o rebatimento do terreno e se a planta é o rebatimento do lote, o resultado dessa equação retirou o lote de sua condição de mero recorte no mapa urbano, ao lhe restituir o corpo e a fisicalidade do terreno. Só então se compreende que a extensa viga que atravessa, solta, todo o projeto, rigorosamente sem função estrutural, sustenta na verdade o que está em baixo, a superfície construída, e a mantém numa calma tensão, entre a memória plana do antigo terreno e a sua reconstituição como novo lugar. Essa grande viga foi criada, pois a intenção do arquiteto era colocar uma pedra no céu, assim como as pedras de Estonehenge. 
Ao nível da grande praça, a extensa linha da laje (60mx20m), muito baixa como que comprime sob ela o seu negativo, uma faixa vazia. A proporção quase real entre a altura da viga e o pé direito (2m x 2,5m) produz, assim, uma espécie de compressão do olhar em direção ao piso, que nos leva a descer, pouco a pouco, até o interior do museu. Percebe-se nesse momento que a dimensão do grande pilar (4mx12m), que faz dessa marquise a medida horizontal e vertical do terreno, ou seja, uma coordenada cartesiana. É por isso que não se pode entendê-la simplesmente como um objeto dentro do lote, mas como a medida e a escala visual de todo projeto. É um marco, não um monumento. O projeto destrói, assim, a primeira impressão, a de uma superfície estática sobre a qual um objeto vem pousar.
Na cota mais baixa do terreno, a praça de entrada revestida com um mosaico branco é uma mancha clara a dissolver a gravidade da massa de concreto que desce verticalmente sobre ela. Do seu lado, na cota mais alta, a lâmina d’água no ângulo extremo do lote não espelha nada, é antes uma reverberação de luz parece agora vir de baixo para cima, como a recortar um vazio no piso da praça superior. Vista da esquina, ao nível da rua, dela somente resta uma pequena luminosidade sobre a curva opaca do concreto, uma imagem fluida da memória horizontal do terreno. A antiga superfície está assim presente e ausente ao mesmo tempo.
 Paulo Mendes da Rocha impressiona com o projeto deste museu, pois existe um controle do partido muito grande, e a determinação em implantar o projeto sobre si mesmo. É uma situação que faz criar um lugar, uma marca na cidade.
Neste em um sentido próximo a “pedra bruta” de Corbusier, como índice da matéria anterior à transformação operada pelo trabalho e pela sociabilidade. A disponibilidade da “pedra bruta” e a técnica são o que permite ao arquiteto colocar de maneira sutil, a passagem da natureza à cultura, da superfície a construção.    
Como mencionado anteriormente, o arquiteto Paulo Mendes da Rocha pretendia “colocar uma pedra no céu”. A maior barreira a ser vencida era a escala, o grande vão de 60 metros, e para isso, foram necessários três requisitos: maior leveza e resistência da estrutura e evitar a deformação da peça. 
Para obter maior leveza, na seção transversal foi utilizada uma estrutura alveolar, com paredes delgadas, resultado das nervuras da laje do tipo caixão perdido e na seção longitudinal foram utilizadas vigas do tipo vierendeel, mais leves e tão eficientes quanto a de alma cheia. 
 Para obtenção de maior resistência, foram utilizados materiais de alta tecnologia, como o concreto de alta resistência. Normalmente são utilizados concretos com fck 150 ou 180 Kgf/m2, porém nesta obra foi utilizado com fck 350 Kgf/m2. O mesmo ocorreu com o aço escolhido, onde normalmente se usa o CA 50, que resiste a 5000 Kgf/m2, foi usado o CA 190, que resiste a 19000 Kgf/m2, ou seja, quase quatro vezes mais resistente do o utilizado em estruturas convencionais.
Vencidos esses dois problemas, ainda restava evitar a deformação da estrutura, que com o peso e o tempo seriam acentuadas. Para isso foi utilizada a técnica da protensão, com introdução de cabos de aço, produzindo forças de baixo para cima, ou seja, opostas a da gravidade. Com isso, criou-se uma contra flecha de 15 cm, calculada para que nunca seja absorvida totalmente. Outros ajustes foram feitos no projeto de acordo com a estrutura, como a altura dessa viga, que inicialmente seria de 2 metros, porém seria necessária a utilização de um concreto muito mais resistente, passando para 2,5 metros de altura.
Com o problema das deformações verticais resolvido, passou-se para as deformações horizontais sofridas pelo concreto e pelo aço, devido a variações térmicas, protensão e variação volumétrica (retração do concreto na secagem), que pode chegar a 2 ou 3 cm.
Para absorver essas variações, as vigas foram articuladas aos pilares por quatro apoios, sendo no pilar menor - mais curto- quatro articulações fixas, e no pilar maior -mais longo-, quatro articulações móveis, permitindo essas movimentações horizontais, utilizando uma camada de neoprene de 5cm de espessura. 
 A durabilidade desses materiais deve ser assegurada por algumas medidas, como a proteção das armaduras e cabos de protensão do concreto, que necessitam de um recobrimento adequado para evitar a corrosão. O neoprene, feito de borracha sintética, está mais sujeito ao envelhecimento e ressecamento devido a ações do tempo e, por isso, deve ser trocado a cada 10 ou 15 anos. Prevendo isso, foi deixada uma fenda de 15 cm entre as vigas eo pilar, suficiente para a colocação de três macacos hidráulicos, suspendendo a viga, para substituição do neoprene. 
 O museu, em sua maior parte, subterrâneo, sendo necessário um sistema de drenagem muito eficiente ao longo de toda sua extensão, pois o lençol freático existente fica numa cota acima do nível da construção. As paredes são continuamente estruturais, de concreto armado, que já servem como pilares e muros de arrimo, e muito bem impermeabilizadas, por estarem em contato direto com a água.
 As lajes são protendidas e nervuradas a cada 2,45 metros, ao longo dos três blocos de 18 metros cada, e tem espessura de 10 cm, apoiando-se nas paredes estruturais. Somente na parte do auditório as nervuras seguem a curvatura dos pisos deste.
Essas lajes possuem uma contra flecha exagerada, para que haja escoamento das águas pluviais, já que o piso da praça acima é falso. Foram utilizados estrados pré-moldados e grelhas, permeáveis, para que a água penetre, escorra sobre a laje e chegue até as paredes estruturais, que possuem calhas de escoamento. 
Se analisarmos os esforços em uma viga de concreto, observamos que nas fibras superiores aparecerão esforços de compressão e nas inferiores de tração, aparecendo também os esforços de cisalhamento, que tendem a provocar o deslizamento relativo das fibras. Sendo assim, o concreto vai ser solicitado à compressão, tração e corte e esse material, por sua formação, apresenta razoável resistência às tensões de compressão, porem a sua resistência à tração é baixa.
A solução foi o emprego do concreto armado, porém nem sempre é tecnicamente recomendável pelo aparecimento de fissuras na zona tracionada. Assim, surge a idéia de tracionar previamente a armadura, para que depois ao tender voltar como elástico, a mesma provoque tensões de compressão no concreto, compensando as tensões de tração provocadas pelo peso e carregamentos.
Protender uma armadura é tracioná-la previamente por dispositivos adequados, alongando-a dentro dos limites elásticos do aço. Esta armadura ancorada tende, após a protensão, voltar a sua forma inicial, transmitindo assim uma compressão à peça.
O processo de protensão pode ser feito através de macacos hidráulicos, que tensionam o aço antes, através de cunhas cravadas por pressão elevada contra uma ancoragem receptora, ou depois da concretagem da viga, através de injeção de nata de concreto nas bainhas previamente colocadas.
Num projeto estrutural, a utilização deste sistema, quando viável, conduz a uma grande economia, tanto por reduzir a seção estrutural de concreto, como pela diminuição do peso próprio e pela conseqüente economia na armadura de protensão. A redução das almas das vigas pela sua maior capacidade de resistência aos esforços fornece elementos de grande esbeltez para a composição da estética aliada à funcionalidade e economia.
 
 Vantagens:
 Estrutura não fissurada na zona tracionada do concreto, dando maior rigidez;
Redução da seção do aço pelo aproveitamento de tensões elevadas;
Para uma igual capacidade, portanto, requer dimensões mais reduzidas, tornando as estruturas mais esbeltas;
Possibilidade maior na avaliação da deformação lenta e da retração;
Resistência da peça aos esforços cortantes é melhorada e por efeito da protensão, as tensões principais de tração são reduzidas, diminuindo a necessidade de estribos;
A segurança das pecas pretendidas é aumentada, possibilitando o aumento dos vãos;
Para grandes vãos, as estruturas são mais econômicas pela redução dos materiais empregados.
 
Desvantagens:
 As estruturas protendidas não são mais econômicas que as de concreto armado para vãos pequenos e sendo vantajosa sua utilização em pré-moldados, somente quando contamos com grande repetição das peças;
Estruturas muito leves, em alguns casos, são inconvenientes, pois necessitam de peso e massa em lugar de resistência;
 As peças protendidas precisam mais cuidado no cálculo, construção e manuseio, do que as de concreto armado comum;
Pessoal especializado na execução das peças e na própria protensão da mesma;
As fôrmas das vigas são mais trabalhosas, pois geralmente não são de forma retangular.
  
A viga Vierendeel é um sistema estrutural formado por barras que se encontram em pontos denominados nós, assim como as treliças. É como se dentro de um quadro rígido com todas as articulações enrijecidas, formado por uma viga superior e uma inferior, fossem colocados montantes, e a influência de uma barra em outra provoca a diminuição nas suas deformações e, em conseqüência, nos esforços atuantes, permitindo que o conjunto possa receber um carregamento maior ou vencer um vão maior.
As barras horizontais da viga Vierendeel são chamadas de membruras e as verticais, montantes. A membrura superior e os montantes estão sujeitos a esforços de compressão simples, a momento fletor e a força cortante. Já a membrura inferior a tração simples, a momento fletor e a força cortante.   
Por sua exigência por nós rígidos, é interessante a utilização de materiais que facilitam a execução de vínculos rígidos. O aço, com seção tubular retangular, é o mais indicado, assim como, quando utilizado concreto armado, as seções retangulares são recomendadas pela maior facilidade da execução, porém não deixa de ser um trabalho de fôrma extremamente difícil.
São muito utilizadas quando se exige grandes vazios na alma, para passagem de tubulações ou de ventilação e iluminação, ou ainda para tornar vigas de grande porte visualmente mais leves, podendo sustentar ao mesmo tempo coberturas na membrura superior e pisos na membrura inferior.
 O termo brutalismo surgiu na Inglaterra, em 1954. Visava qualificar as aspirações de um grupo de jovens arquitetos desse país e logo tomou uma extensão considerável.
Para a postura estética do Novo Brutalismo, não importava muito o ter, mas apenas essencialmente o ser. E essas posturas de certa forma se traduziam na forma arquitetônica, onde mostrar a nudez da forma, retirar os revestimentos, mostrar somente a estrutura, era uma prática habitual.
Duas tendências essenciais do brutalismo era o brutalismo de Le Corbusier e o Inglês. O primeiro é um brutalismo avant la lettre pois precedeu a invenção do termo propriamente dito, este não passa do uso da técnica do uso do concreto bruto e de uma franqueza puritana quanto às estruturas e os materiais e se conjuga com uma plástica nova que rompe definitivamente com o funcionalismo estrito, o brutalismo inglês, pelo contrário, aparece como uma espécie de volta extremada aos princípios da década de vinte, sem qualquer concessão a uma estética que não seja de essência material.
O brutalismo de Le Corbusier e o brutalismo inglês não têm nenhum ponto em comum, exceto o gosto pelo emprego dos materiais no estado bruto. Contudo ambos expressam um desafio tingido de violência, uma revolta contra os usos estabelecidos e os regulamentos que entravam o progresso, uma segurança quanto ao caminho a seguir e uma vontade de impor esse caminho.
 No Brasil as ideias do Brutalismo fizeram escola, ainda que muitos tentem negar sua influência, e devido ao duro contexto político dos anos 60-70 ficou associado a uma forma de resistência e identidade arquitetônica nacional. Acreditava-se que seus princípios éticos e estéticos eram capazes de produzir também uma transformação social e política. Essas mesmas formas resistentes à ditadura também endureceram, na forma do concreto aparente e que, tornariam-se anos 80, um obstáculo a entrada das novas ideias nem sempre simpáticas a modernidade dos anos 70. 
A escola paulista conseguiria transformar com grande criatividade o Brutalismo "universal". Indiscutivelmente Artigas e Lina Bo Bardi transfiguraram acentuadamente a linguagem do Novo Brutalismo europeu ao ponto de inaugurar uma linguagem própria e peculiar, muitas vezes aproximando-se da estética do monstruoso, ou do grotesco, como na Faculdade de Arquitetura e Urbanismo da USP de Artigas e Carlos Cascald, o Museu deArte de São Paulo e o SESC Pompéia de Lina Bo Bardi.
A violência passional, exacerbada pelas crises políticas que se sucederam no Brasil em 1945- 1955, não podiam deixar de repercutir nas atividades profissionais de Artigas; logo ele sentiu necessidade de expressá-la em suas construções, propondo soluções radicais onde os conflitos existentes na sociedade capitalista iam refletir-se por meio de oposições francas e pesadas. Como não podia criar a arquitetura popular com que sonhava, dedicou-se a tratar os programas que lhe eram confiados com um espírito combativo e comunitário, onde viera convergir seu amor pelo material puro, suas preocupações com o espaço interno unificado e com a organização racional com fins psicológicos precisos.
Artigas optou decididamente pelos materiais modernos, pela estrutura independente em concreto armado, pelos volumes geométricos claros, pelos jogos de rampa e níveis desencontrados, pela transparência e continuidade exterior-interior das salas de estar, pela leveza geral, em suma, por todo repertório racionalista brasileiro em seu jogo espetacular de variações formais. Para Artigas a arquitetura que praticava seria uma expressão atualizada da identidade nacional.
No projeto da Faculdade de Arquitetura e Urbanismo da USP, pode-se encontrar o ideal de modo de vida comunitário tão apreciado, sua preocupação com criar uma arquitetura que facilita os contatos humanos, lutando contra as tendências individual de fechar-se numa torre de marfim, mas mantendo uma flexibilidade suficiente para não haver uma coação insuportável. Aqui o brutalismo é total, material e espiritualmente: ele se manifesta tanto no emprego sistemático dos materiais nus, quanto na evidenciação dos conflitos com que se choca todo artista criador.  
Dentro do que se pode chamar de discípulos de Artigas, encontra-se o arquiteto Paulo Mendes da Rocha, com o qual essa brutalidade surge mais forte, para ele o brutalismo se torna um meio de expressão artística associado a um programa revolucionário. Paulo Mendes da Rocha e seus associados, nutrem um grande “amor” pelos processos elementares, limitando ao mínimo o acabamento. Como exemplo desse brutalismo está nas casas gêmeas, que construiu para si e para seu cunhado.
O arquiteto deu muito mais importância à estética e mantendo – se fiel a sua primeira ideia, colocando em segundo plano a quantidade de concreto exagerado, a dificuldade e o longa tempo de execução da obra.    
O prédio do Museu Brasileiro da Escultura é um projeto do arquiteto, internacionalmente conhecido, Paulo Mendes da Rocha. Ele é responsável por diversas obras monumentais pelo Brasil: Museu de Arte Contemporânea da USP, Museu de Arte de Campinas, dentre outros. Os jardins do prédio levam a assinatura do paisagista Roberto Burle Marx.
O projeto original do prédio, em estudo, cujo prazo limite para criação, finalização e apresentação era de, apenas, 10 dias. Esse desafio apresentou-se para o arquiteto como uma oportunidade de afirmar questões estético- arquitetônicas por ele criadas em obras anteriores, porque o tempo urgia e as soluções para os problemas impostos pela difícil concretização do prédio do MuBE deveriam ser apresentadas rapidamente.
Como educador do MuBE, tenho a oportunidade, quase diária, de receber diversos alunos de diferentes séries e escolas oriundos de várias classes sociais. Para todos eles, apresento o prédio como sendo não apenas um lugar que abriga obras de arte (em especial, esculturas): sempre ressalto o fato do prédio, em si, SER uma grande expressão artística em arquitetura.
O MuBE situa-se num terreno acidentado, que une a Avenida Europa com a Rua Alemanha, no bairro dos Jardins. A parte referente à avenida é mais alta que o nível da rua e esse desafio acabou se tornando um grande aliado para o projeto de Paulo Mendes da Rocha. Ele aproveitou, sobremaneira, essa diferença de altura e, para igualar as duas partes, criou um sistema arquitetônico que se assemelha a “gavetas”, que encerram em si salas especiais e outros departamentos que, unidos e fora do alcance do grande público nas ruas, acabou conferindo ao MuBE uma funcionalidade difícil de encontrar em outros museus.
A estrutura criada dentro do “vazio” do terreno da parte baixa engloba a Pinacoteca, o Grande Salão, o Auditório-Teatro, salas de aula e o setor administrativo, este último cercado pelos jardins, contando ainda com duas esculturas do artista ítalo-brasileiro Galileo Ugo Emendabili.
O convite para o público, que caminha nas ruas, adentrarem o prédio fica por conta do “Jardim de Esculturas” fixas, todas frutos de doações de seus criadores, obras que convivem ao lado do grande vão central, que une o nível da avenida Europa ao bloco que abriga o setor administrativo.
Esta estrutura suspensa em concreto protendido é, certamente, um dos mais extensos do país e lembra bastante o vão projetado pela arquiteta Lina Bo Bardi para o prédio do MASP. O seu diferencial fica por conta de sua funcionalidade: dentro de sua estrutura se abrigam materiais utilizados pelo MuBE para suas atividades aos finais de semana.
Tudo que foi citado até agora é fruto de observação pessoal, com pouca influência de leituras externas.Como eu deveria saber um pouco mais sobre ele, para melhor trabalhar, fui à frente na pesquisa e tive acesso a informações bem interessantes como, por exemplo, o porquê da torre de luz do pátio das esculturas se parecer tanto com as mesmas torres de estádios de futebol, sendo assim bem diferentes do que se costuma usar para iluminação de obras artísticas externas.
Paulo teve acesso a essa estrutura de luz, certamente, quando concebeu o projeto do estádio de futebol Serra Dourada, em Goiás. De lá, então, sua observação acerca do alcance desse formato de torre com sua iluminação garantida em diversos pontos num grande raio de extensão acabou se tornando, certamente, uma contribuição que atravessou o tempo em seu fazer arquitetônico, sendo muito bem utilizada no projeto do MuBE. De fato, uma vez acesa, e com os refletores devidamente apontados para diferentes pontos do terreno ao seu redor, a iluminação garante uma boa visibilidade para as obras à noite.
O piso externo do MuBE é todo segmentado em blocos de concreto autônomos, com espaços vazios entre si, cuja função é reciclar a água das chuvas, recolhendo-a e redirecionando- a para os espelhos d’água, que se situam na parte superior na esquina do prédio, ao lado de algumas esculturas e na parte inferior num lago improvisado ao lado do bloco administrativo.
Apesar de se chamar museu de “escultura”, o prédio do MuBE absorve diversas linguagens artísticas e esse seu predicado é muito influenciado pelo olhar visionário do Paulo Mendes da Rocha, que o concebeu como algo que poderia ser multiuso. O espaço dedicado à Pinacoteca pode receber tanto pinturas, como fotografias, exposições com formatos vários, assim como performances e vernissages. O Grande Salão recebe diversas exposições de esculturas, pinturas, assim como eventos diferenciados. Todo esse espaço interno é cercado por corrimões de metal, cuja leveza é extremamente elogiada por diversos alunos de arquitetura que visitam o MuBE; tanto na parte interna, como também nas escadas no setor externo, eles desempenham uma função de segurança e limitação de espaço de uma maneira muito discreta, como se não estivessem ocupando o lugar que eles ocupam.
Neste projeto a concepção estrutural nasce junto com a concepção arquitetônica, já que a estrutura é a própria arquitetura.
Paulo Mendes da Rocha teve a intenção em seu partido de criar um marco na cidade, porém respeitando o partido do bairro, perde a escala urbana. Já para o visitante, esse conceito de monumentalidade torna –se evidente.
Pelo declive do terreno e a vontade do arquiteto de utilizar o subsolo, a solução usada com paredes estruturais e muros de arrimo, foi a mais adequada, permitindo grandes vãos livres nas áreas de exposição. 
Em relação a “pedra no céu”, a grande viga, não correspondea uma inovação estrutural, já que foi utilizado o concreto de vigas simplesmente apoiadas em pilares. Porém, a dificuldade de vencer o grande vão foi superada pela utilização da viga Verendel e da contra – flecha de 15 cm. Soluções interessantes foram utilizadas com relação à movimentação horizontal, como as peças de neoprene.
Fotos da Visita
Referências Bibliográficas
Mube. Disponível em: http://mube.art.br/o-museu/arquitetura/. Acesso em 04 Nov. 2016.
Wikipédia. Disponível em: https://pt.wikipedia.org/wiki/Museu_Brasileiro_da_Escultura. Acesso em 04 Nov. 2016
Rocha, Paulo Mendes da & Artigas, Rosa (2000). Paulo Mendes da Rocha 1 (São Paulo: Cosac & Naify). pp. 86–93. 
A céu aberto. L’Officiel Brasil, São Paulo, n. 15, 2007, pp. 170–171.
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