LAUDO EDF AREIA BRANCA

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LAUDO TÉCNICO SOBRE AS 
CAUSAS DO DESABAMENTO DO 
EDIFÍCIO AREIA BRANCA 
 
Local: Av. Bernardo Vieira de Melo, No. 2852 
Bairro da Piedade, Jaboatão dos Guararapes, PE 
 
 
Volume 1 – Texto e Documentário Fotográfico 
 
 
Autores: 
 
Engo Civil, Alexandre Duarte Gusmão 
CREA 17403-D/PE 
Engo Civil, Dílson Corrêa Lima Teixeira 
CREA 3256-D/PE 
Engo Civil, Joaquim Correia de Andrade Filho 
CREA 1601-D/PE 
Engo Civil, José Afonso Pereira Vitório 
CREA 6904 -D-PE 
Engo Civil, Romilde Almeida de Oliveira 
CREA 3730-D-PE 
 
 
Recife, julho de 2005 
 
 
 e-mail: creape@creape.org.br 
 
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APRESENTAÇÃO 
 
Após nove meses de trabalho, a comissão designada pelo Presidente do CREA-
PE para elucidar o acidente envolvendo o edifício Areia Branca entrega ao Conselho, à 
Comunidade Técnica e à Sociedade, o Laudo Técnico contendo todos os estudos, 
análises e diagnóstico sobre as causas do desabamento do referido edifício, ocorrido no 
dia 14 de outubro de 2004. 
Mesmo tratando-se de um documento estritamente técnico, cuja redação não 
deixa quaisquer dúvidas a esse respeito, o Laudo, no entender da Comissão, deve 
também, ter um caráter educativo, no sentido de alertar para os procedimentos 
relacionados ao projeto, aos processos construtivos, ao controle de qualidade e à 
manutenção de edificações no estado de Pernambuco. 
 
Dessa forma, além de concluir sobre as causas do desabamento que tirou a vida 
de quatro pessoas e privou famílias de seu mais importante patrimônio, este trabalho 
espera contribuir para a boa prática da engenharia em Pernambuco, na medida em que 
os ensinamentos tirados deste episódio possam contribuir para a melhoria dos 
procedimentos dos projetos e execução, de modo a evitar que este tipo de tragédia volte 
a acontecer. 
 
Nesse sentido, vale a pena destacar alguns aspectos que, caso recebam a devida 
atenção, poderão reduzir significativamente o risco da ocorrência de graves acidentes, 
além de garantir maior vida útil e melhor funcionalidade dos imóveis: 
 
• O desabamento do edifício Areia Branca teve como principal causa a má execução 
da sua estrutura, havendo indicativos de que tal fato está relacionado à ausência de 
engenheiros qualificados na condução da obra. Isto aponta para a impossibilidade de 
obter-se um adequado padrão de segurança e qualidade em uma obra de engenharia, 
sem que haja a participação de profissionais com adequada formação e treinamento 
nas diversas áreas do conhecimento que são necessárias para a execução de um 
empreendimento. 
 
• Os acidentes com desabamentos de edificações ocorridos nos últimos anos na 
Região Metropolitana do Recife – RMR, tiveram entre as suas causas a degradação 
dos materiais pelo contato com agentes agressivos presentes no solo e na água 
subterrânea. Há que se considerar o caso dos efluentes de fossas e sumidouros e suas 
possíveis ações agressivas. Isto demonstra a necessidade urgente de investimentos 
na implantação de sistemas de esgotamento sanitário nas áreas residenciais da RMR, 
bem como em pesquisas científicas sobre os efeitos deletérios dos efluentes nos 
materiais das construções já edificadas. 
 
• A ausência de uma cultura de manutenção preventiva (e até corretiva), faz com que 
as edificações tornem-se mais vulneráveis à ação do tempo pelos agentes químicos e 
às falhas de construção, em especial aquelas ocultas. Torna-se necessário, portanto, 
a adoção de procedimentos adequados que assegurem a realização de uma 
manutenção permanente nos imóveis, sejam residenciais, comerciais ou públicos, de 
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modo a permitir identificar com antecedência os problemas existentes e solucioná-
los antes que constituam riscos à integridade da obra. É de fundamental importância 
que as atividades de manutenção e reparo sejam efetuadas por empresas e 
profissionais qualificados e habilitados, devendo incluir necessariamente a inspeção 
de peças da infra-estrutura (cintas, pescoços dos pilares, sapatas e blocos de 
coroamento das estacas). 
 
• A falta de mecanismos legais de controle e aferição da qualidade das edificações no 
Brasil se constitui em um grande problema que precisa ser enfrentado e resolvido 
com urgência. Algumas instituições que direta ou indiretamente tratam desta 
questão, como é o caso das prefeituras e outros órgãos de fiscalização, precisam 
rever e adequar seus procedimentos visando garantir a qualidade das edificações, 
bem como as suas manutenções ao longo do tempo. Isso evitará a lacuna legal 
atualmente existente que faz com que os usuários fiquem sem saber a quem recorrer 
quando se sentem prejudicados por alguma anomalia em seus imóveis. 
 
• Torna-se necessário envolver também: os agentes financeiros, que financiam os 
imóveis sem avaliarem a qualidade dos mesmos; as empresas do setor imobiliário, 
no sentido de melhor qualificar a mão-de-obra da construção civil e aperfeiçoar os 
processos construtivos; as universidades e centros de pesquisa para melhorar a 
formação e a capacitação profissional; as casas legislativas nas esferas municipal, 
estadual e federal para elaborarem leis apropriadas e exeqüíveis que possam dar o 
respaldo legal às ações voltadas para garantirem a segurança dos imóveis. 
 
• Finalmente, não pode deixar de ser repensado o próprio papel dos Conselhos 
Regionais de Engenharia, Arquitetura e Agronomia que realizam em todo o Brasil a 
fiscalização do exercício profissional com base em uma legislação antiquada que 
não atende às atuais demandas da sociedade, e que precisa passar por uma profunda 
reformulação. 
 
 
 
 Recife, julho de 2005 
 
A COMISSÃO TÉCNICA 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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ÍNDICE 
 
 
1. Introdução 
 
2. Objetivo 
 
3. O acidente 
 
4. Descrição do sistema estrutural 
 4.1 Contexto em que a estrutura foi projetada e construída 
 
5. Metodologia adotada 
 
 5.1 Visitas e inspeções no local do acidente 
 5.2 Entrevistas com pessoas relacionadas com o acidente 
 5.3 Análise dos escombros 
 5.4 Ensaios realizados 
 5.5 Análise estrutural 
 5.6 Análise do solo e da fundação 
 
 
6. Análises dos dados obtidos e diagnóstico 
 6.1 Sapatas 
 
7. Conclusões 
 
8. Bibliografia 
 
9. Documentação fotográfica 
 
 
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10. Anexos 
 
 10.1 Entrevistas 
 10.2 Ensaios realizados 
 10.2.1 Sondagem a percussão 
 10.2.2 Análise físico-química da água 
 10.2.3 Análise química do solo 
 10.2.4 Resistência à compressão do concreto 
 10.2.5 Profundidade de carbonatação 
 10.2.6 Resistência à tração do aço 
 10.2.7 Reconstituição do traço 
 10.2.10 Porosidade e reação álcali-agregado 
 
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1. Introdução 
 
 
O Edifício Areia Branca iniciou a sua construção em 1977 e foi concluído em 
1979. Segundo registros existentes no CREA-PE, o referido edifício foi construído pela 
JB Construções Ltda, com responsabilidade técnica pelo projeto arquitetônico e 
construção do arquiteto Juarez Alves Batista, CREA 1568 -D. A referida construtora 
está com as suas atividades encerradas, e seu titular, o arquiteto e proprietário JuarezAlves Batista é falecido. O edifício teve ainda a empresa ENGEST, responsável pelo 
projeto estrutural. Não constam dos registros do CREA as responsabilidades técnicas 
pelas elaborações dos demais projetos complementares.A empresa ENSOLO foi 
responsável pelos serviços de sondagens à percussão, que conduziram ao projeto das 
fundações. 
No dia 14 de outubro de 2004, o Edifício Areia Branca sofreu colapso na sua 
estrutura, vindo a desabar totalmente. No dia seguinte, o Conselho Regional de 
Engenharia, Arquitetura e Agronomia de Pernambuco, constituiu uma comissão 
composta pelos signatários deste Laudo com a finalidade de esclarecer as causas do 
acidente. 
 
 
2. Objetivo 
 
Este Laudo tem como objetivo emitir o diagnóstico conclusivo, considerando os 
aspectos estritamente técnicos, sobre as causas que provocaram o colapso estrutural do 
Edifício Areia Branca. Embora este tipo de atividade não faça parte das obrigações 
regimentais do CREA-PE, ele se enquadra nas ações voltadas para a defesa dos 
interesses da Sociedade, com ênfase na busca da boa qualidade das profissões 
abrangidas por este Conselho. 
 
 
 
 
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3. O acidente 
 
 
A descrição do acidente está respaldada nos depoimentos obtidos de alguns 
moradores, de operários e engenheiros que naquela ocasião executavam serviços 
emergenciais de reforço estrutural, de técnicos da CODECIPE, do síndico do edifício e 
da análise de grande quantidade de fotografias tiradas antes e após o acidente. 
 
• No domingo à noite, dia 10.10.2004, alguns moradores ouviram um estrondo no 
edifício e realizaram uma inspeção visual no pavimento térreo e garagem. No 
entanto, não identificaram a origem nem constataram anomalias na estrutura; 
• na terça-feira, dia 12.10.2004, o síndico do edifício, ao estacionar o seu veículo, 
na vaga junto ao reservatório inferior, no subsolo, percebeu que aquela região se 
encontrava alagada. Observou, ainda, manchas com características de vazamento 
na parede do reservatório, além de fissuras inclinadas; 
• na quarta-feira, dia 13.10.04, o engenheiro Gamal Asfura, sócio da empresa 
responsável pela elaboração do projeto estrutural do edifício, a ENGEST 
atendendo à solicitação do administrador do imóvel, vistoriou os pavimentos 
subsolo e térreo, observando que o reservatório inferior apresentava vazamento. 
Também constatou fissuras na alvenaria, no trecho situado abaixo do patamar da 
escada, no subsolo. Naquela oportunidade, uma moradora o informou que uma 
porta de seu apartamento estava emperrando. Ele reuniu alguns moradores 
embaixo do prédio e sugeriu que fosse chamada uma empresa especializada em 
recuperação estrutural, indicando as empresas Concrepoxi e Jatobeton. O 
condomínio contatou a empresa Jatobeton que ficou de comparecer ao local no 
dia seguinte pela manhã; 
• na madrugada da quinta-feira 14.10.2004, entre uma e meia e duas horas da 
manhã, o engenheiro Gamal Asfura recebeu telefonema do condomínio 
informando sobre a ocorrência de ruídos, tendo o síndico descrito tais ruídos 
como se fossem elementos metálicos se chocando, os mesmos sendo ouvidos 
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também por outros moradores que alegaram terem sentido o edifício balançar. O 
referido engenheiro ligou para a Jatobeton que ficou de comparecer ao local no 
início da manhã. Na ocasião o Síndico solicitou que os moradores deixassem o 
edifício; 
• naquela mesma madrugada, às 01:20 h, o condomínio acionou o Centro de 
Atendimento da CODECIPE, sendo registrada a ocorrência No. 385/2004. Às 
2:40 h, o Engenheiro Civil e Major PM Carlos Alberto D’Albuquerque, técnico 
da CODECIPE, se encontrava no local, encontrando os moradores reunidos na 
parte inferior do edifício; 
• no início da manhã da quinta-feira, dia 14.10.2004, compareceram ao local 
representantes da empresa Jatobeton e o engenheiro Gamal Asfura. Foram 
procedidas inspeções, inclusive no interior do reservatório inferior, constatando-
se rachadura em uma viga do teto do subsolo, próxima da escada, não sendo 
observadas, naquele instante, anomalias nos pilares. Às 10:20 h a equipe da 
CODECIPE chegou ao local, tendo sido informada pelo síndico que os 
elevadores haviam sido desligados, os reservatórios estavam sendo esvaziados e 
que o prédio estava desocupado. A referida equipe permaneceu no local durante 
uma hora e vinte minutos, vistoriando o imóvel, na companhia de uma comissão 
de moradores; 
• Às 14:00 h do mesmo dia, o condomínio autorizou o início dos serviços de 
recuperação que se fizessem necessários. A mobilização de pessoal, ferramentas 
e materiais para realização dos serviços foi concluída entre as 15 e 16 horas, 
ocasião em que os serviços efetivamente começaram. Relatos dos operários e 
engenheiros da Jatobeton revelaram o aparecimento de trincas numa viga de 
contorno, na parte posterior do subsolo, aproximadamente às dezessete horas. 
Na ocasião, os serviços foram iniciados pela escavação do pilar situado entre as 
regiões fissuradas do reservatório e da viga, sendo retirado o trecho da laje de 
piso do subsolo, seguido da escavação até o topo da sapata, numa cota 
aproximada de 1,40 m abaixo da cota de piso do subsolo. Verificou-se que o 
pilar estava com a armadura flambada numa cota situada a 0,80 m abaixo da 
cota de piso do sub-solo. Para recuperação do referido pilar, foram 
providenciados os materiais necessários, inclusive graute. Segundo relato dos 
engenheiros da Jatobeton, tal técnica de reforço já teria sido realizada com 
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sucesso em outras oportunidades, tendo sido relatado o caso de um edifício na 
cidade de Belém, no estado Pará, em situação semelhante. Relatos dos técnicos 
da Jatobeton e do servente Cícero Tenório da Silva indicam que os materiais 
para o reforço dos pilares chegaram entre 19 e 20 h. Logo após o jantar dos 
operários (19:25 h aproximadamente), os serviços foram recomeçados com 
aprofundamento da escavação das duas sapatas, seguidos da aplicação de graute 
no pescoço do primeiro pilar. No instante em que o pescoço do segundo pilar foi 
descoberto, não foi observada qualquer anomalia de forma aparente. Logo após 
a colocação do primeiro balde de graute, ouviu-se um estrondo; 
• aproximadamente às 20:20 h, uma moradora que estava observando os trabalhos 
de recuperação foi alertada pelo operário Cícero Tenório da Jatobeton, que o 
segundo pilar, próximo do anterior, igualmente junto ao reservatório inferior, 
estava soltando lascas de concreto e os ferros ficando retorcidos. Logo a seguir 
ocorreu um novo estrondo semelhante a um tiro abafado. Todos saíram correndo 
e escutaram estrondos sucessivos, ocorrendo então o desabamento do edifício. 
• Os relatos afirmam que o edifício inicialmente desceu até atingir o nível do 6º 
pavimento, quando então deu uma ligeira “parada”, efetuando um pequeno giro 
para noroeste, desabando completamente, aproximadamente às 20:30 h do dia 
14.10.2004. Os fragmentos atingiram o edifício vizinho, denominado Solar da 
Piedade, que sofreu danos em sua estrutura até o nível do quinto andar. 
 
4. Descrição do sistema estrutural 
 
 O Edifício Areia Branca, com 12 pavimentos úteis mais um pavimento térreo e 
um subsolo, foi executado com a estrutura em concreto armado, constituída por lajes 
pré-moldadas do tipo Volterrana, vigas e pilares, constituindo um sistema aporticado 
tridimensional. Os pilares se encontravam distribuídos segundo uma malha formada por 
seis pilaresna direção paralela à Avenida Bernardo Vieira de Melo e cinco na direção 
perpendicular, com distâncias médias da ordem quatro metros. A torre de circulação 
vertical (escadas e elevadores) estava situada na parte central, recuada para os fundos do 
edifício. Na parte superior da torre estavam situados o reservatório superior e a casa de 
máquinas, enquanto que na parte inferior encontrava-se um reservatório, apoiado sobre 
os pilares, com o nível da laje de fundo coincidindo com o nível superior das cintas. 
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As fundações eram superficiais diretas do tipo sapatas isoladas em concreto 
armado, assentadas na cota aproximada de – 1,80 m abaixo do nível do piso do subsolo. 
Todos os pescoços dos pilares eram contraventados por cintas de concreto armado com 
seção transversal de 10 cm x 40 cm. 
 
4.1 Contexto em que a estrutura foi projetada e construída 
 
 Pelo fato de ter a sua construção iniciada em 1977, a data de elaboração do 
projeto estrutural foi naturalmente anterior, provavelmente em 1975, e, por 
conseqüência, efetuado de acordo com a norma da ABNT NB1/1960 – Cálculo e 
Execução de Obras de Concreto Armado. Observe-se que a NB1/1960 esteve em vigor 
até 1978, sendo substituída pela NBR 6118/1978 – Projeto e execução de obras de 
concreto armado – Procedimento. Por sua vez, foi substituída recentemente pela NBR 
6118/2003 – Projeto de estruturas de concreto – Procedimentos. Os conhecimentos 
acerca do concreto armado contidos na NB1/1960 foram gerados em datas anteriores às 
décadas de 40 e 50. Esta norma teve por base a norma alemã DIN-1045, então em vigor, 
enquanto que a NBR 6118/78 teve como referência as recomendações do CEB/1970 e a 
recente NBR 6118/2003 no Eurocode 2. Estas considerações são relevantes para 
compreensão do contexto em que se situou o projeto estrutural e execução do Edifício 
Areia Branca. Depreende-se que o conhecimento técnico que teve por base o projeto 
estrutural do Edifício Areia Branca é de pelo menos cinqüenta anos atrás e, não poderia 
ter sido de outra forma, quando consideramos as normas técnicas em vigor. Deve ser 
acrescentado aqui que alguns conceitos relativos aos aços utilizados nas estruturas de 
concreto armado contidos na NB-1/1960 foram alterados pela modificação da 
especificação de aço EB3/1967, que introduziu os aços CA-60 e conceitos relativos à 
fissuração. Posteriormente, em 1972, foram introduzidos alguns adendos à versão de 
1967, o denominado Anexo da EB-3/1967. 
 É importante lembrar que a NB1/1960, na prática, proibia concretos com 
resistências superiores a 22 MPa (σR ≤ 220 kgf/cm2) em virtude de que os 
conhecimentos que lhe deram suporte não tinham ainda de forma segura recomendações 
para o que eram considerados concretos de elevadas resistências. Valores superiores só 
eram permitidos para concretos utilizados em regiões onde houvesse concentrações de 
tensões, portanto efeitos localizados. Peças solicitadas à flexão e à flexo-compressão, 
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portanto em praticamente todas as obras, limitavam-se a 22 MPa. Havia recomendações 
para o emprego de concretos com resistência característica mínima de 13,5 MPa para os 
casos em fossem utilizados aços CA-T-50, os considerados “aços especiais” para a 
época. No caso dos aços 37-CA, correspondentes aos atuais CA-25, os limites inferiores 
ficavam reduzidos a 10 MPa, resistência mínima para um concreto dito estrutural. A 
evolução do conhecimento do comportamento do concreto permitiu que a NBR-
6118/2003 especificasse que a resistência característica mínima à compressão fosse 20 
MPa, limitando-se, no entanto a 50 MPa que, mutatis mutandi, passou a ter em menor 
escala o papel dos 22 MPa da NB1/1960. Na Região Metropolitana do Recife e, 
praticamente em todo território nacional, é bem conhecido que a predominância das 
resistências adotadas foi de 13,5 a 18 MPa, tendo valores mais próximos de 15 MPa a 
maior incidência de uso. 
Ensaios realizados em testemunhos retirados dos escombros do Edifício Areia 
Branca revelaram que o concreto tinha resistência característica à compressão de 15 
MPa. O valor obtido com 24 testemunhos, sendo 12 da infra-estrutura e 12 da 
superestrutura, retirados de diversas peças estruturais resultou em 14,72 MPa. 
Outro aspecto relevante da NB-1/1960 são os valores recomendados da capa de 
cobrimento. Era prática usual, atendendo à esta versão da Norma, o uso de cobrimentos 
mínimos de 0.5 cm para as lajes, 1 cm para as vigas e 1,5 cm para os pilares, sendo, no 
entanto, 2 cm para os pilares em contato com o solo. Comparando-se com os valores da 
NBR-6118/2003, estes praticamente equivalem aos recomendados para cobrir as 
incertezas na capa de proteção da armadura quando da execução. Em outras palavras, 
para os padrões atuais, seria como se o cobrimento fosse desprezível. Este aparente 
simples fato resultou em cidades litorâneas no paraíso das empresas de recuperação 
estrutural, inclusive na Região Metropolitana do Recife. Um fato inusitado é que no 
caso do Edifício Areia Branca, embora fossem estes os cobrimentos, não foram 
verificados pela análise das peças de concreto, efeitos acentuados de oxidação das 
armaduras que pudessem ser responsáveis pela instabilidade da edificação. Em outras 
palavras, as oxidações verificadas foram surpreendentemente inferiores às previstas 
antes das inspeções. Para isto é importante que se leve em conta, a posteriori, as 
barreiras interpostas entre a zona de maré e o Edifício. 
 
 
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5. Metodologia adotada 
 
5.1 Visitas e inspeções no local do acidente 
 
Logo após ser constituída em 15.10.2004 através de portaria da Presidência do 
CREA, a Comissão iniciou as suas atividades definindo um calendário de visitas e 
inspeções no local do acidente, com o objetivo de analisar os escombros, bem como 
selecionar e coletar amostras para a realização de ensaios laboratoriais. 
A Comissão solicitou do CREA-PE a colocação de um engenheiro no local, em 
tempo integral, visando orientar a retirada dos escombros de forma racional e também o 
controle da coleta de amostras definidas pela Comissão. 
 
5.2 Entrevistas com pessoas relacionadas ao acidente 
 
No período de 03.11.2004 a 13.12.2004, a Comissão efetuou entrevistas diversas 
pessoas relacionadas com o acidente, que estão relacionadas a seguir: 
 
03.11.2004 – Engenheiro Civil Gamal Asfura, sócio da ENGEST Engenharia 
Estrutural Ltda, empresa responsável pelo projeto estrutural do edifício; 
 
08.11.2004 – Engenheiro Civil Taufig Asfura, sócio da ENGEST Engenharia 
Estrutural Ltda, empresa responsável pelo projeto estrutural do edifício; 
 
08.11.2004 - Engenheiros Civis Aguinaldo José Silva Paraíso, Márcio Aguiar, José 
Ivan Rodrigues, da empresa JATOBETON que se encontrava realizando serviços 
de reforço estrutural no momento em que o prédio desabou; 
 
16.11.2004 – Engenheiro Civil Kleber Rolim Milet e o Major PM e Engenheiro 
Civil Carlos Alberto D´Albuquerque, ambos CODECIPE – Comissão de Defesa 
Civil de Pernambuco; 
 
22.11.2004 – O Sr. Celso Bezerra de Melo Júnior, síndico do Edifício Areia Branca 
que compareceu acompanhado do advogado Misael Montenegro Filho, do geólogo 
Carlos Augusto Cruz Pimentel e do engenheiro civil Vicente Perrucci; 
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22.11.2004 – OSr. Cícero Tenório da Silva, funcionário da empresa JATOBETON, 
que apareceu acompanhado do advogado Aluízio Freitas de Almeida Júnior; 
 
22.11.2004 – O engenheiro civil Alexandre Whatley Dias, da Impertex, empresa 
que efetuou serviços de recuperação estrutural, (pontos atingidos por corrosão de 
armadura), há aproximadamente 5 anos anos no Edifício Areia Branca; 
 
29.11.2004 – O engenheiro civil Rinaldo Soares de Azevedo, da empresa Soares 
Azevedo Ltda, que realizou serviços de substituição de revestimento cerâmico de 
fachada, entre novembro de 2003 e agosto de 2004; 
 
03.12.2004 – O engenheiro Sérgio Gonçalves Bertão, da empresa JATOBETON 
que compareceu acompanhado do advogado Aluízio Freitas de Almeida Júnior; 
 
03.01.2005 – A Senhora Tânia Maria Chamy Conti Brandão, moradora do 
apartamento 602, que se encontrava no subsolo do edifício, no instante do 
desabamento. 
 
5.3 Análise dos escombros 
5.3.1 Características do concreto estrutural 
 
A Foto 18 mostra a sapata nas condições encontradas, logo após a escavação. A 
observação da textura das superfícies das sapatas, indica claramente que o concreto foi 
apenas lançado, sem que se efetuasse vibração e sem qualquer tipo de acabamento da 
superfície, como recomenda a boa prática construtiva. O aspecto da superfície do 
concreto também mostra que o fator água/cimento foi elevado. Não houve uma 
preocupação de executar corretamente o tronco de pirâmide (popularmente conhecido 
como “cuzcuz”), resultando uma forma irregular com o volume daquela região 
incompleto. Esta forma de execução da sapata, é análoga aos indícios de descuidos com 
a execução de peças da superestrutura, que apresentam sinais de pouca ou nenhuma 
vibração. 
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Verificou-se que na base do pilar, ou seja, o ponto de encontro do pilar com a 
sapata, não foi previsto patamar para apoio da forma sobre a sapata com a finalidade de 
garantir a correta ligação pilar-sapata. Observam-se nesta região pontos em que ocorreu 
forte corrosão com redução da seção da armadura (Foto 19), além de fuga do concreto, 
através da interface forma/tronco de pirâmide. A região resultante tem seção reduzida e 
armadura exposta que, juntamente com outros fatores que serão aqui analisados, 
reduziram consideravelmente a capacidade de carga do pilar naquela região, e, 
conseqüentemente puseram em risco a sua estabilidade. 
 
5.3.2 - Análise de uma seção típica de pilar 
 
Seja um pilar com dimensões 20cm x 50cm, armadura constituída de 12 barras 
longitudinais de 5/8” (16mm) e estribos de 4.2 cada 15cm. Na época, estando em vigor 
a NB 1/60 e a EB 3/67, era comum considerar as barras de aço CA-50 com os diâmetros 
em polegadas e os estribos poderiam ter diâmetros inferiores a 5.0, devendo no entanto 
atender à condição s ≤ 190 (φt)2/ φl, máximo de 12 φl ou a menor dimensão do pilar e 
30cm, onde s é o espaçamento dos estribos, φt o diâmetro dos estribos e φl o diâmetro 
das barras longitudinais. Para o caso, 190 (φt)2/ φl = 190 (0.42)2/ 1.578 = 21,23 cm, 12 
φl = 12x1.578 = 18,9 cm e a menor dimensão é 20cm. Como o espaçamento adotado foi 
s = 15cm, segue-se que o estribo estava de acordo com a norma da época. Verificou-se 
que um estribo situado na região de ligação com a sapata estava com a seção reduzida, 
tinha a presença de carepas no contorno e se encontrava partido. As seções extremas das 
duas partes formadas após a ruptura estavam escurecidas, mostrando que a ruptura era 
antiga. 
Considerando que o estrangulamento da seção foi equivalente a uma redução de 3 cm ao 
longo de todo o perímetro, resulta uma área de 616 cm2, em lugar de 1 000 cm2, que 
seria a seção original do pilar. Efetuando os cálculos das cargas admissíveis, nas duas 
hipóteses, pela norma NB 1/1960 para as duas situações, resulta numa redução de 
21,16 %. Observe-se que se trata da região mais carregada do pilar e que os 3 cm 
considerados na redução da seção, tudo indica que estão aquém da redução efetivamente 
ocorrida. Há que se levar em conta ainda que o concreto situado nas bordas desta região 
teria uma porosidade mais elevada ficando, portanto, mais exposto às ações agressivas 
do meio ambiente, além de expor as armaduras às ações corrosivas. 
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5.3.3 – Cintas de fundação 
 
As cintas, em geral, tinham seções de 10 cm x 40 cm e estavam armadas com duas 
barras de 1/2” (12,5 mm) e estribos de 4.2 a cada 25 cm. Observou-se na cinta CA 
(Leste-Oeste) que: 
(a) a armadura de ligação com o pilar rompeu por tração com a formação de 
estricção, separando-se do pilar. Vários estribos romperam e uma das barras 
longitudinais soltou-se deixando a cavidade limpa e polida, mostrando a 
insuficiência da aderência. Os trechos das cintas próximos dos pilares romperam 
por flexão expondo rachaduras típicas; 
(b) Na cinta CB (norte-sul) havia uma barra de 8mm que mostrava uma parte 
saliente da face superior da viga, com cerca de 30cm e atravessava toda a altura 
da viga, passando pelo fundo e mergulhando cerca de 1m no solo arenoso. A 
barra estava sem aderência com o concreto, de tal modo que puxando uma 
extremidade, movimentava livremente a outra. Tudo faz crer que esta barra 
serviu para socar o concreto, tentando adensá-lo, como errônea e 
costumeiramente é feito em obras sem controle que ficam conduzidas apenas por 
operários. 
(c) Para uma espessura de 10 cm, o cobrimento das barras era de aproximadamente 
1 cm, valor este comumente usado na época; 
(d) Os estribos da cinta CB estavam fortemente oxidados. A Foto situada na página 
seguinte mostra as fortes manchas indicadoras de oxidação do estribo; 
(e) As doze barras do pilar PA após a ruptura do pilar, ocuparam as posições 
mostradas na Foto a seguir: 
 
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5.3.4 – Grandes espessuras dos revestimentos de paredes e lajes 
 
As análises dos escombros revelaram grandes espessuras de revestimentos das 
alvenarias. Em certos pontos estas espessuras atingiram 18 cm. Fato idêntico ocorreu 
com os revestimentos das lajes de piso. Neste último caso, foram verificados 
revestimentos com espessuras de até 11cm. 
Geralmente nos projetos estruturais são considerados 2,5 cm de revestimento em 
cada face das peças estruturais. Estes valores constados do revestimento conduzem a um 
incremento nas ações permanentes sobre as vigas e, conseqüentemente, sobre os pilares 
e elementos de fundação. 
 
5.3.5 - Sumidouros 
 
Foram identificados seis sumidouros executados em alvenaria de tijolos 
cerâmicos vazados de oito furos assentados de forma engaiolada (ver Foto 25). Alguns 
destes sumidouros se situavam muito próximos das sapatas. Há que se considerar o solo 
como material arenoso (areia fina) havendo, portanto, facilidade de infiltração dos 
efluentes com ação da agressividade direta sobre as sapatas. Ainda, ao infiltrar-se, 
atinge o lençol que se encontra a pequena profundidade que, ao refluir sob a ação das 
chuvas e da variação de marés poderá banhar as sapatas, provocando efeitos químicos 
deletérios, com possibilidade de lixiviação dos finos da pasta de cimento superficial. 
Observações “in loco” e os ensaios químicos da água comprovaram este tipo de 
ocorrência. 
 
5.4 - Ensaios realizados 
 
5.4.1 – Sondagem a percussão 
 
 Para caracterizaçãodo solo de fundação foram realizados seis furos de 
sondagem geotécnica a percussão, três deles combinadas com sondagens rotativas. A 
análise do perfil geotécnico resultante destes furos encontra-se no item 5.6 deste 
relatório. 
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5.4.2 – Análise física e química da água do subsolo 
 
Tem-se dois grupos de ensaios relativos à água do lençol freático no local do 
edifício. São eles: 
Grupo 1: efetuados por SM – Controle de Qualidade Ltda. Foram realizados quatro 
ensaios para análise físico-química, cujos resultados foram classificados de acordo com 
norma CETESB L1007, revisada em dezembro de 1988, como reação de agressividade 
de Grau 1 e agressividade ao concreto como fraca. Porém, o tipo de ação agressiva da 
água é lixiviação, “ação que caracteriza a progressiva solubilização do aglomerante”. 
Este efeito pode ser observado nas fotos Nos. 15, 16 e 17. 
 
Grupo 2: Foram analisadas duas amostras pelo ITEP – Associação Instituto de 
Tecnologia de Pernambuco que caracterizaram a água como ácida e de agressividade 
forte. As ações sobre o concreto são as mesmas relacionadas no Grupo 1. 
 
5.4.3 Análise física e química do solo 
 
Foram efetuados ensaios em seis amostras coletadas do solo de fundação e duas 
amostras retiradas da base de um sumidouro. 
Em todas elas, o solo apresentou baixos teores de cloretos, sulfatos e acidez 
Bauman-Gully. De acordo com a norma CETESB L1007 e ainda com a DIN 4030, a 
classificação quanto à agressividade do solo, no que diz respeito à acidez e às ações dos 
sulfatos, é considerada fraca. 
 
5.4.4 Retirada de testemunhos e ensaios de resistência a compressão do concreto 
 
Com o objetivo de efetuar uma amostragem da resistência à compressão do 
concreto da estrutura, foram retirados 24 corpos de prova cilíndricos, com o emprego de 
rotativas, com diâmetro de 10 cm e alturas variáveis, próximas de 20 cm. Destes, 12 
corpos de prova foram retirados das fundações e 12 dos escombros da superestrutura. 
Os resultados se encontram no Volume 2. 
 
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5.4.5 – Resistência à tração do aço 
 
Com o objetivo de identificar os tipos de aço utilizados, bem como as 
caracterizações de suas resistências mecânicas e de dobramento, foram coletadas doze 
amostras de aço proveniente de diversas peças retiradas dos escombros. Foram 
identificados dois tipos de aço: CA-50 A e um aço do tipo B de especificação não 
identificada. 
 
5.4.6 – Ensaios de reconstituição do traço do concreto 
 
Com o objetivo de verificar as diferenças de composições dos concretos 
existentes nas sapatas, pescoços de pilares, trechos de pilares do subsolo, elementos da 
superestrutura retirados dos escombros, foram coletadas amostras para ensaios de 
reconstituição do traço do concreto. Estes ensaios foram efetuados na ABCP – 
Associação Brasileira de Cimento Portland em seu laboratório da cidade de São Paulo. 
Foram realizados vinte ensaios provenientes de treze amostras retiradas dos 
pescoços dos pilares, seis amostras dos trechos dos pilares situados no subsolo, e uma 
dos escombros. Houve significativa diferença entre os resultados dos ensaios relativos 
às amostras retiradas dos pescoços e dos trechos dos pilares situados no subsolo. A 
média dos teores de cimento obtidos das 13 amostras dos pescoços dos pilares foi 234,3 
kg/m3, enquanto que a média para as amostras retiradas dos trechos do subsolo resultou 
em 291,8 kg/m3. Uma amostra retirada dos escombros, de trecho não identificado, 
resultou em um consumo de cimento de 237 kg/m3. Tais resultados sugerem que houve 
um processo de deterioração do concreto situado na região dos pescoços dos pilares 
(trecho compreendido entre os topos das sapatas e o piso do subsolo). Poderia ser ainda 
levantada a hipótese do emprego de um concreto de qualidade inferior para os pescoços 
dos pilares, quando comparados com os concretos utilizados nas sapatas e no subsolo. 
Tal hipótese, no entanto, carece de elementos que a comprove. 
Os resultados se encontram no Volume 2. 
 
5.4.7 – Ensaios de reação álcali-agregado (RAA) 
 
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Foram efetuados ensaios para verificação da existência de reações álcali-
agregado. Este tipo de reação foi recentemente identificada em sapatas e blocos de 
estacas de fundações em alguns edifícios situados na Região Metropolitana do Recife. 
Trata-se de fenômeno descoberto pela primeira vez no Brasil para o caso de fundações 
de edifícios, embora já se tivesse amplo conhecimento em obras de barragens, túneis, 
pavimentos rodoviários e pela primeira vez em pontes no caso recifense da Ponte Paulo 
Guerra. Vale ressaltar que a descoberta deste fenômeno foi motivada pelo colapso do 
Edifício Areia Branca, devido à forma como se deu o acidente, a partir da ruptura dos 
pescoços de pilares no trecho enterrado da estrutura. Isto motivou vistorias que 
inicialmente revelaram em edifícios análogos ao prédio objeto deste Laudo, graves 
patologias capazes de colocar em risco aquela edificações. Dentro deste quadro 
patológico surgiu o conhecimento das reações expansivas no concreto. 
Formações características de reações álcali-sílica foram identificadas através do 
microscópio eletrônico de varredura conjuntamente com análise química por dispersão 
energética de raios-X. Foram, também, realizados ensaios acelerados de reatividade 
álcali-agregado segundo a norma ASTM C-1260/1994 – Standard Test Method for 
Potential Alkali Reactivity of Aggregates (Mortar Bar Method). 
Os ensaios de microscopia eletrônica de varredura permitiram a identificação do 
gel resultante de reação álcali-agregado na areia que entrou na composição do concreto 
das fundações. Fotografias aumentadas em 30 000 vezes mostram o gel gretado. As 
intensidades destas reações não seriam suficientes para serem consideradas responsáveis 
pelas patologias apresentadas no prédio, especialmente nos pescoços de pilares. No 
entanto, poderiam contribuir como um dos fatores que adicionados aos demais 
contribuíssem para redução da aderência ou outros efeitos deletérios do concreto 
daquelas regiões. 
 
5.4.8 – Ensaios de microscopia eletrônica de varredura 
 
Além da identificação de elementos resultantes de reação álcali-agregado, as 
análises por microscopia eletrônica de varredura permitiram constatar indicadores de 
porosidade do concreto, e a identificação de caulim na argamassa, “possivelmente 
trazido pela areia utilizada no concreto”. Foram ainda observados por este 
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procedimento, gretas no gel produzido pela reação álcali-sílica e microfissuras 
aleatoriamente orientadas na argamasssa. 
 
5.4.9 – Análise química por dispersão de raios X 
 
As análises por dispersão de raios-X permitiram a identificação dos 
componentes químicos que interferem na reação álcali-sílica (Na, K, Ca, Si). 
 
5.5 – Análise estrutural 
 
Inicialmente foi efetuado um levantamento das seções e posições dos pilares, 
bem como das dimensões das respectivas sapatas e das cotas de fundações (Figura 
5.6.4). 
Foram efetuadas estimativas das cargas atuantes sobre os pilares na cota de 
fundação e efetuadas as verificações das seções dos pilares e respectivas armaduras. 
Foram ainda efetuadas verificações das tensões admissíveis no solo. 
Os resultados mostraram as compatibilidadesdas seções dos pilares com as 
cargas atuantes, considerando-se as normas técnicas vigentes na época, bem como as 
atuais. As verificações das sapatas mostraram que as dimensões das sapatas eram 
compatíveis com as cargas atuantes e características do solo de fundação. 
 
 
5.6 - Caracterização do solo e da fundação 
 
5.6.1 Breve histórico da engenharia de fundações na região 
 
Na região ao sul da cidade do Recife, está o município de Jaboatão dos 
Guararapes, onde se insere o bairro de Piedade. Distando aproximadamente 15 km do 
Recife, este bairro dá à praia, o mesmo nome. Além desta, outras praias mais ao sul, 
como Candeias e Barra de Jangadas, compõem uma extensa faixa litorânea, com bom 
acesso viário, entre os quais a BR-101 a oeste, margeando toda esta faixa. 
 
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Cerca de trinta anos atrás, esta região era muito pouco habitada, havendo na 
grande maioria residências de veraneio. Com os programas do BNH – Banco Nacional 
da Habitação, na cidade do Recife, Olinda e Jaboatão dos Guararapes, foram 
estimulados diversos tipos de construções. As faixas mais próximas às praias foram 
ocupadas por edifícios altos, enquanto nas faixas mais interiores foram construídos 
conjuntos residenciais com edifícios com quatro pavimentos tipo “Caixão”. O estímulo 
do Governo do Estado na implantação de mais indústrias no Cabo de Santo Agostinho, 
o incremento do Porto de Suape e a ligação com a BR-101, demandavam habitações 
mais próximas a estas instalações, no sentido de fixar todo o contingente de 
trabalhadores e suas famílias. 
Por outro lado, face ao grande número de construções em Recife, especialmente 
no bairro de Boa Viagem, e, pelos altos preços dos terrenos nesta região, a praia de 
Piedade tornou-se uma opção das mais viáveis e rentáveis para a construção civil, no 
litoral sul. 
O município de Jaboatão dos Guararapes não estava preparado para o grande 
número de construções que se seguiram. Necessitava estender a sua malha viária, 
disciplinar o sistema de drenagem natural e de drenagem urbana, e, especialmente, 
desenvolver redes de instalações e serviços públicos, com a mesma rapidez com que 
avançavam as construções. O mais grave ocorre na área de saneamento onde não houve, 
como continua sem haver, investimentos suficientes, ocorrendo na maioria das 
construções, como única alternativa, tratamentos locais, precários, que por falta de 
manutenção resultam em contaminação do solo e do lençol freático por infiltração de 
efluentes “in natura”. 
Também a própria Engenharia, experimentou de início as dificuldades, em 
muitos casos, de assentar as fundações dos edifícios, em terrenos pouco conhecidos do 
ponto de vista geotécnico, para os quais não se dispunha ainda de modelos de interação, 
nem resultados de desempenho de obras. Tão pouco, os equipamentos em uso para a 
execução de fundações profundas eram adequados às características do perfil da orla. 
Foram utilizados em muitos casos, procedimentos de baixa eficiência na 
ultrapassagem das camadas mais resistentes, onde processos de alto impacto 
provocaram interferências na vizinhança, seja pelo alto nível de ruídos, como vibrações 
desconfortáveis e danosas. 
 
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Além destes problemas, enfrentavam-se ainda os tradicionais casos de 
compressibilidade das camadas menos resistentes, e, em especial as camadas 
constituídas por fragmentos de conchas, de comportamento então desconhecido, e que 
nas praias da zona Norte, além da cidade de Olinda, já haviam demonstrado 
instabilidade acentuada, com ocorrência de danos severos em cinco edifícios com 15 
pavimentos. 
Como na maioria da faixa costeira de Pernambuco, as praias de Piedade, 
Candeias e Barra de Jangadas, na estreita faixa das habitações de maior porte, têm 
topografia plana com variações pouco significativas, estando em média na cota 5,00 m 
em relação ao nível médio dos mares. 
No trecho mais interior, a topografia é também bastante plana, estando em média 
com cota 2,00 m ocorrendo vários canais naturais e várias lagoas, que nas épocas 
invernosas provocam alagamentos na região. As construções nesta área requerem 
sempre a execução de aterros complementares. 
 
5.6.2 Generalidades sobre o perfil geotécnico da região 
 
As sondagens de simples reconhecimento a percussão (NBR 6484 ABNT) têm 
revelado dois perfis característicos mais comuns nas praias de Piedade e Candeias, 
conforme é apresentado nas Figuras 5.6.1 e 5.6.2. 
 Nos perfis apresentados, destacam-se duas ocorrências importantes na prática da 
Engenharia de Fundações, a saber: 
a) Na orla marítima, camadas de areias concrecionadas, formadas no Período 
Holocênico, constituem arenitos de textura média a grossa, de cor creme. 
Apresentam-se com espessura máxima da ordem de 3,5 metros, e ocorrem a 
partir de profundidades variáveis entre 2,0 a 5,0 metros. Em que pese o 
acentuado grau de fraturamento, formam na maioria dos casos, uma base 
eficiente na distribuição das pressões aplicadas pelas fundações superficiais. 
Quando da necessidade do rebaixamento do nível freático, os arenitos 
prejudicam em muito a eficácia dos equipamentos. Não só pela proximidade à 
cota de assentamento das fundações superficiais e blocos de estacas, como pela 
percolação da água através do fraturamento. 
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23
 
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No caso das fundações profundas, quando necessárias, houve no passado, na 
ultrapassagem das camadas do arenito, muitas interferências danosas em 
residências e mesmo edifícios, quando da trepanação. Na prática atual, com o 
uso de equipamentos rotativos, tornou-se viável novamente, a solução em 
fundações profundas. 
Sobre este arenito está apoiada a maioria das fundações para edifícios com até 
25 pavimentos. 
b) As camadas compressíveis que tanto ocorrem na faixa litorânea como no trecho 
mais interior, trazem a preocupação com as deformações a longo prazo. Mesmo 
as camadas de fragmentos de conchas, cujas deformações não são regidas pelo 
modelo do adensamento, têm sido motivo de preocupações, pois têm 
apresentado em algumas obras, indícios de dependência temporal a curto e 
médio prazo. 
 
Nível do Terreno (Meio fio, cota = 0,00) Areia fina c/pouca areia 
 
 
 
)
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Figura 5.6.1 – Perfil Característico do Subsolo da Orla 
 Marítima – Piedade / Candeias 
 
Nível do Terreno (Meio fio, cota = 0,00) 
 
 
 
 
)
 
 
 
 
 
 
Figura 5.6.2 – Perfil Característico do Subsolo do Trecho 
 mais Interior – Piedade / Candeias 
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média, fofa, creme claro. 
Espessura 2,0 a 4,0 m Arenito, textura fina a média, bem 
consolidado, mto fraturado, creme.
Espessura 0.0 a 4.0 m
Areia fina/ média, med.compacta 
a compacta, cinza. 
Espessura 5,0 a 8,0 m 
Argila orgânica, siltosa, mole, 
cinza escuro. 
Espessura 5,0 a 8,0 m
 
Areia fina/média, med.compacta a
muito compacta, cinza claro, às 
vezes sobrejacente a arenito. 
Espessura 10,0 a 15,0 m
 
Areia fina c/pouca areia média,
fofa, cinza claro. 
Espessura 2,0 a 7,0 m
NA (-1,00 m
NA (-3,00 m
/Fax: (81) 3423-4383 
Fragmentos de conchas ou 
areia c/ mto fragmentos de conchas 
ou argila orgânica, mole, ou turfa. 
Espessura 2,0 a 5,0 m 
Areia fina/média, pco compacta a 
compacta, cinza claro, às vezes 
sobrejacente a arenito 
Espessura 15,0 a 25,0 m 
 
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5.6.3Caracterização do perfil geotécnico no Edifício Areia Branca 
 
Foi efetuada uma campanha de sondagem tanto pelo processo de simples 
reconhecimento a percussão, como através de sondagem rotativa (NBR 6484 – ABNT). 
Os resultados destas sondagens estão contidos no Relatório Nº 680/2005 – Civilsonda – 
Janeiro/2005 (ver Volume 2), contendo seis furos de sondagem mista onde, apenas dois 
(SM-01 e SM-05) alcançaram profundidades entre 26 e 28 m, dado o bom 
conhecimento local deste subsolo, hoje. Os furos restantes (SM-02, SM-03, SM-04 e 
SM-06) foram interrompidos após a ultrapassagem do arenito e tiveram a finalidade de 
verificar a variação de espessura do mesmo. Com base nas sondagens citadas, foi 
traçado o perfil geotécnico do subsolo para o Edifício Areia Branca (Figura 5.6.3). 
 
Além das sondagens, foram coletadas amostras representativas da água do 
subsolo e do próprio solo, para verificar a possibilidade da presença de agentes 
agressivos. 
 
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Figura 5.6.3 – Perfil Geotécnico do Terreno do Edifício Areia Branca 
 
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26 
 
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Um aspecto relevante que foi observado nas visitas técnicas de inspeção e 
levantamento de dados foi a existência de vários elementos do sistema de esgotamento 
sanitário (sumidouros) no entorno próximo das fundações (Foto 5.6.1), o que favorece o 
contato de agentes agressivos com os elementos estruturais enterrados (sapata, pescoço 
do pilar e cintas). 
 
5.6.4. Caracterização da fundação do Edifício Areia Branca 
 
Além da campanha de sondagens de reconhecimento do terreno (percussão e 
rotativa), foi feita uma escavação geral no terreno, para inspeção das condições atuais 
das fundações do edifício. 
Trata-se de fundações superficiais tipo sapatas isoladas, assentes em torno da 
cota +2,200 m , sendo que o nível do meio-fio na Av. Bernardo Vieira de Melo foi 
tomado como cota +5,000 m. Isso corresponde a uma profundidade de cerca de 1,80 m 
em relação ao piso do pavimento semi-enterrado (cota +4,000 m). Nesta cota, as 
sondagens mostram uma camada de areia fina e média, com restos de construções, fofa 
a pouco compacta, (NSPT = 4 a 6), ou seja, as sapatas não estão assentes sobre a camada 
de arenito mostrado nas sondagens realizadas. O nível d’água freático se encontra entre 
as cotas +1,78 e +1,55. 
As sondagens mostraram também que a camada de arenito é contínua em todo o 
terreno, e sua espessura varia de 1,75 a 2,23 m (Tabela 5.6.1). Para o porte do prédio, 
estas espessuras afastam a hipótese de ruptura ou puncionamento da camada de arenito. 
Apesar de não serem disponíveis as plantas do projeto estrutural do prédio, foi 
feita por área de influência uma estimativa da carga atuante em alguns pilares. Após a 
escavação, foi feito um levantamento de todas as 36 (trinta e seis) sapatas existentes no 
prédio (Figura 5.6.4). 
 
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Foto 5.6.1 – Detalhe da Presença de Sumidouro Próximo às Sapatas 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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P7
P6 P11
P12
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P14
P15
P17 P22
P20
P18
P26
P16 P21
P25
P24
P23
P22A
P27
P28
P29
P30
P31
P36
P35
P34
P33
P32
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Figura 5.6.4 – Detalhe Esquemático da Planta das Sapatas 
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Tabela 5.6.1 – Espessura da Camada de Arenito 
Camada de Arenito Sondagem 
Cota Inicial (m) Cota Final (m) Espessura (m) 
SM-01 +0,57 -1,66 2,23 
SM-02 +0,87 -1,23 2,10 
SM-03 +1,08 -1,02 2,10 
SM-04 +1,15 -0,60 1,75 
SM-05 +1,00 -0,75 1,75 
SM-06 +1,07 -0,81 1,88 
 
 
As sapatas têm dimensões variando de 1,63 a 4,62 m (Figura 5.6.6), como 
mostra a Tabela 5.6.3. A pressão média transmitida pelas sapatas varia de 120 a 240 
kPa. Essa pressão pode ser considerada adequada para as características do terreno 
local, tanto do ponto de vista da estabilidade das fundações, quanto das características 
de deformação do terreno. 
Também foi feito o levantamento altimétrico das cotas de assentamento nos 
vértices das sapatas (Tabela 5.6.3), e os valores estão apresentados na Tabela 5.6.4. Os 
resultados mostram que há uma diferença entre as cotas de diferentes sapatas de até 52 
cm (P32 e P35), e de até 19,9 cm entre pontos de uma mesma sapata (P25). 
Ressalta-se, no entanto, que não se trata de recalques diferenciais, e sim pelas 
depressões do terreno causadas pela escavação e pela grande variação da espessura do 
concreto magro das sapatas (que em alguns pontos chegou a mais de 15 cm), como é 
mostrado na Foto 5.2. Estes desníveis não foram observados nas cintas, o que faz com 
que seja descartada a hipótese da ocorrência de recalques diferenciais que pudessem 
comprometer a estabilidade da estrutura. 
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LY1 LY2
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Figura 5.6.5 – Detalhe Esquemático das Dimensões das Sapatas 
Tabela 5.6.2 – Dimensões das Sapatas 
Lado da Sapata (m) Sapata 
LX1 LX2 LY1 LY2 
P1 -- -- -- -- 
P2 -- -- -- -- 
P3 -- -- -- -- 
P4 -- -- -- -- 
P5 -- -- -- -- 
P6 2,40 -- -- -- 
P7 2,98 2,92 3,41 3,43 
P8 2,98 2,94 3,34 3,34 
P9 2,40 2,33 2,67 2,67 
P10 2,62 2,58 2,30 2,31 
P11 2,31 2,29 2,58 2,60 
P12 2,63 2,63 2,99 2,99 
P13 3,21 3,19 3,59 3,60 
P14 3,36 3,35 3,78 3,76 
P15 2,77 2,79 3,66 3,70 
P16 2,24 2,24 4,59 4,59 
P17 2,54 2,55 4,17 4,17 
P18 3,33 3,29 3,74 3,76 
P20 4,27 4,29 3,78 3,78 
P21 2,24 2,24 4,62 4,62 
P22 2,52 2,54 4,20 4,17 
P22A 2,40 2,32 2,69 2,67 
P23 2,63 2,63 2,95 3,00 
P24 3,11 3,18 3,56 3,55 
P25 3,28 3,28 3,84 3,84 
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P26 2,80 2,81 3,70 3,71 
P27 2,30 2,31 2,51 2,54 
P28 3,00 2,99 3,44 3,44 
P29 3,02 3,02 3,35 3,36 
P30 2,41 2,40 2,67 2,69 
P31 2,60 2,58 2,31 2,35 
P32 1,64 1,63 1,80 1,80 
P33 2,60 2,64 2,99 3,01 
P34 2,27 2,36 2,69 2,69 
P35 2,53 2,57 2,29 2,29 
P36 2,90 2,94 2,60 2,56 
 
 
Além disso, em todos os depoimentos junto aos moradores, não foram relatados 
danos na superestrutura que pudessem estar associados a movimentos da fundação 
(fissuras nas paredes e vigas, maior incidência de danos nos primeiros pavimentos, etc). 
A única exceção foi o fissuramento do reservatório inferior de água que ocorreu 48 
horas antes da queda do prédio, que foi relatado por alguns moradores, mas que já era 
um sintoma do próprio colapso estrutural. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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Figura 5.6.6 – Detalhe Esquemático dos Níveis das Sapatas 
 
 
 
 
 
 
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home page: www.creape.org.brTabela 5.6.3 – Cota de Assentamento das Sapatas 
Cota de Assentamento da Sapata (m) Sapata 
Ponto C1 Ponto C2 Ponto C3 Ponto C4 
P1 -- -- -- -- 
P2 -- -- -- -- 
P3 -- -- -- -- 
P4 -- -- -- -- 
P5 -- -- -- -- 
P6 2,122 2,170 2,198 2,165 
P7 2,148 2,177 2,157 2,133 
P8 2,245 2,270 2,212 2,223 
P9 2,253 2,248 2,231 2,281 
P10 2,176 2,253 2,062 2,148 
P11 2,253 2,258 2,280 2,318 
P12 2,290 2,239 2,328 2,288 
P13 2,245 2,240 2,246 2,239 
P14 2,250 2,225 2,275 2,223 
P15 2,040 2,047 1,991 2,045 
P16 2,182 2,167 2,199 2,186 
P17 2,072 2,061 -- 2,024 
P18 2,252 2,252 2,274 2,316 
P20 2,248 2,220 2,242 2,200 
P21 2,205 2,194 2,200 2,200 
P22 2,057 2,099 2,072 2,138 
P22A 2,257 2,224 2,307 -- 
 
 
Tabela 5.6.4 – Cota de Assentamento das Sapatas (continuação) 
Cota de Assentamento da Sapata (m) Sapata 
Ponto C1 Ponto C2 Ponto C3 Ponto C4 
P23 2,180 2,237 2,300 2,301 
P24 2,162 2,150 2,229 2,246 
P25 2,102 2,057 2,256 2,162 
P26 2,074 2,074 2,074 2,037 
P27 2,197 2,189 2,266 2,186 
P28 2,197 2,175 2,222 2,200 
P29 2,143 2,072 2,196 2,119 
P30 2,009 1,994 2,047 2,042 
P31 2,014 2,012 2,025 2,022 
P32 2,245 2,390 2,282 2,294 
P33 2,176 2,232 2,167 2,212 
P34 1,992 1,989 2,007 2,017 
P35 1,894 1,870 1,928 1,884 
P36 1,945 1,982 1,902 1,899 
 
 
 
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Foto 5.6.2 – Detalhe da Variação da Espessura do Concreto Magro das Sapatas 
 
 
A inspeção mostrou ainda que não havia fissuramento das sapatas, e que se 
apresentavam com aparência de corpo monolítico, apesar das falhas de concretagem e 
das armaduras estarem expostas. 
Pode-se concluir, portanto, que o colapso do prédio não está associado a 
movimentos da fundação (sapata e terreno de fundação). 
 
 
6. – Análises dos dados obtidos e diagnóstico 
 
As análises que seguirão estão baseadas nas inspeções efetuadas no local do 
acidente, nos resultados obtidos dos ensaios laboratoriais, nas informações obtidas 
através das entrevistas efetuadas com diversas pessoas que de alguma forma 
participaram do evento, na documentação obtida de diversas instituições e nos estudos 
técnicos desenvolvidos ao longo do período de elaboração do laudo. 
 
 
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6.1 Sapatas 
 
De modo geral, as sapatas caracterizam-se pelas seguintes condições: 
 
6.1.1 Má qualidade de execução 
 
Observa-se que não houve controle de execução das sapatas. Isto fica evidente 
pelas simples observações realizadas durante as inspeções dos escombros e que estão 
apresentadas na documentação fotográfica anexa (Foto 16). Foram constatadas 
armaduras expostas (Foto 17), indícios da ausência de vibração do concreto, forma 
geométrica indefinida, desníveis e falta de uniformidade da espessura da camada de 
concreto magro, indícios de lixiviação provocada pela agressão à argamassa 
componente do concreto por águas agressivas. Foi verificado que o tronco de pirâmide 
que constitui a parte superior da sapata em diversos casos se encontrava incompleto e 
disforme, além de não ter sido vibrada. A ausência do patamar de apoio às formas dos 
pescoços dos pilares sobre as sapatas representa um fator gerador de patologias na 
região de ligação do pilar com a sapata, devido à fuga de material que ocorre durante a 
concretagem, ocasionando diminuição da seção transversal efetiva do pilar, além de 
expor a armadura aos agentes agressivos, notadamente à ação da umidade provocando 
corrosão. É relevante lembrar que isto ocorre no ponto de maior solicitação dos pilares. 
 
6.1.2 Deslocamentos de fundações 
 
Conforme detalhado no item 5.6, não foram identificados recalques diferenciais 
das sapatas nem qualquer outro tipo de deslocamento que pudessem contribuir para a 
instabilidade da obra. Também não foi identificado qualquer vestígio de fuga de 
material, provocado por eventuais infiltrações de água ou qualquer outro tipo de 
vazamento que viesse a ocasionar o solapamento das bases das sapatas. 
Embora houvesse comentários no meio técnico de possíveis carreamentos de 
material sob as fundações, provocados por rebaixamento do lençol freático, decorrente 
das obras efetuadas em prédios localizados no entorno do Edifício Areia Branca, não 
foram constatados quaisquer indícios de que tal fato tenha ocorrido. 
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A hipótese de ruptura da camada de arenito foi descartada pelo fato da camada 
ser contínua e possuir espessura compatível com o porte do prédio. 
 
6.1.3 Pescoços dos pilares 
 
Foram dadas atenções especiais aos pescoços dos pilares, pela importância que 
estas regiões tiveram no colapso do edifício. Neste sentido, foram priorizados ensaios de 
caracterização destes elementos, tais como: ensaios de reconstituição do traço, teste de 
reação álcali-agregado, porosidade, carbonatação, resistência mecânica dos aços. A 
retirada de testemunhos objetivando ensaios de resistência à compressão dos pescoços 
dos pilares, só foi possível em um deles (Pilar P20), em virtude da insuficiência de 
integridade dos demais após o colapso. Mesmo assim, o resultado obtido mostrou-se 
atípico e não representativo, pelo fato deste pilar ter sido o único que revelou 
características estruturais adequadas, considerando que a resistência obtida foi 
comparável à da superestrutura. 
De modo geral, os pescoços dos pilares caracterizaram-se pelas condições 
descritas a seguir: 
 
Falta de aderência – observou-se que quando as barras de aço foram solicitadas 
durante o processo de colapso do edifício, estas se soltaram do concreto circundante 
deixando calhas lisas com o desenho do seu contorno sem sinais de “desgarramento”, 
como é característica da ruptura quando se tem aderência adequada. Este fato ocorreu 
por se ter um concreto poroso (ver ensaio de porosidade), fator água-cimento elevado, 
indício de falta de vibração e existência de reação álcali-agregado. Há que se levar em 
consideração a existência de caulim que foi detectada nos ensaios utilizando o 
microscópio eletrônico de varredura e EVX (raios x). As Fotos 30 e 32 mostram 
claramente a baixa aderência por revelar que as barras de aços escorregaram no interior 
do pescoço sem provocar ruptura desta região do pilar. 
 
Porosidade - Os ensaios de absorção d´água, massa específica e vazios mostraram 
índice de vazios médio após saturação em água 12,70 % e índice de vazios médio após 
saturação e fervura em água 13,8%. Tais resultados comprovam a elevada porosidade 
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do concreto. Isto se torna mais relevante considerando-se que os corpos de prova 
ensaiados foram predominantemente da superestrutura. 
Os ensaios de reconstituição do traço em amostras extraídas dos pescoços dos pilares 
forneceram o índice de vazios médio de 16,31 %. 
 
Teor de cimento – Conforme exposto no item 5.4.6, o valor médio do teor de cimento 
encontrado nos ensaio de reconstituição do traço foi de 234,3 kg/m3 enquanto que as 
amostras provenientes dos trechos situados no subsolo tiveram valor médio de 291,8 
kg/m3. Para os padrões da época em que foi construído o edifício, um concreto 
estrutural geralmente tinha um consumo mínimo de 300 kg/m3. O valor mínimo 
encontrado nas amostras ensaiadas foi 194 kg/m3. Admitindo-se a hipótese do traço do 
concreto ser o mesmo, tais valores indicam que houve um processo de deterioração do 
concreto provocado por agentes químicos identificados nos ensaios,além da ação da 
umidade atuando permanentemente sobre um concreto de elevada porosidade. Os 
pilares P20 e P19, que davam apoio ao reservatório inferior, tendo em comum com este 
o trecho correspondente à altura do reservatório, mostraram no ensaio de reconstituição 
do traço mesmo teor de cimento ao longo da altura, ou seja, nos trechos dos pescoços e 
do subsolo. Este teor situa-se na faixa média de valores representativos dos pescoços 
dos pilares. Foi ainda verificado que a ação da umidade nestes pilares foi mais intensa, 
verificando-se maior intensidade na oxidação das armaduras e desagregação do 
concreto, mais acentuada que nos demais pescoços, provavelmente em decorrência de 
vazamentos ocorridos no reservatório. Esta última hipótese é reforçada pelo fato de se 
terem sido identificadas, durante a análise dos escombros, pelo menos duas camadas de 
impermeabilizações efetuadas com a finalidade de eliminar vazamentos. Não foram 
obtidas informações das épocas em que tais serviços foram realizados. 
 
Falhas de concretagem – Foram constatadas falhas no concreto em vários pescoços de 
pilares decorrentes de deficiências ocorridas durante as operações de concretagem: 
Brocas: causadas por falta de vibração e/ou falta de controle do preenchimento dos 
espaços, além de falta de inspeção adequada após as retiradas das formas; 
Inadequação da ligação pescoço do pilar-sapata: ausência do patamar nos topos das 
sapatas para o apoio das formas dos pescoços, conduzindo à fuga de material durante a 
concretagem com a correspondente redução da seção transversal naquele ponto, e ao 
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mesmo tempo expondo as armaduras e o concreto daquela região às ações deletérias dos 
agentes agressivos. 
 
Colapsos das armaduras – Foram verificadas rupturas dos estribos em decorrência da 
oxidação favorecida pelo pequeno cobrimento, presença de umidade, elevada 
porosidade, tudo isto agravado pelo pequeno diâmetro da armadura (4.2 mm). Em 
decorrência da ruptura dos estribos e das falhas construtivas das bases dos pilares, 
anteriormente referidas, houve sistemáticas flambagens das armaduras longitudinais 
(Fotos 31 e 40). Estas flambagens, por sua vez, foram acentuadas pela baixa aderência 
da armadura com o concreto, contribuindo decisivamente para a transferência de cargas 
verticais para a seção estrangulada do concreto. 
 
Concreto friável – O concreto, em vários pescoços de pilares se mostrou quebradiço, 
decompondo-se facilmente com o simples manuseio. Este comportamento não foi 
observado com a mesma intensidade em outros trechos de peças estruturais retiradas dos 
escombros. Alguns pescoços de pilares, após a ruptura tiveram o conjunto 
concreto/armadura com a aparência semelhante a de gabiões. Em um dos pescoços, ao 
se tentar retirar amostras para a realização de ensaios de reconstituição do traço, ao 
simples impacto da marreta, todo concreto se decompôs em fragmentos, havendo 
inclusive, a separação do agregado graúdo do restante da massa. Estes fatos 
impossibilitaram a retirada de qualquer testemunho para a realização de ensaios de 
resistência à compressão dos pescoços. Apenas os trechos de concreto das paredes do 
reservatório inferior e do pilar P20 ofereceram condições para retirada de corpos de 
prova inteiros. 
 
6.1.4 Cintas 
 
As cintas de fundações, cuja características estão descritas no item 5.3.3, não tiveram 
efetividade no processo que levou à ruptura do edifício. 
 
6.1.5 - Reservatório inferior – Dentre todos os componentes relacionados que 
contribuíram para a ruptura do edifício, o reservatório inferior, teve importante 
participação pelo fato de fornecer permanente umidade, favorecendo mais intensamente 
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a oxidação das armaduras e a degradação dos pilares a ele justapostos, que por sua vez 
desencadearam o processo de colapso. 
 
 
 
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7. CONCLUSÕES 
 
 
Os estudos efetuados, ensaios realizados e as análises daí decorrentes, conduziram às 
seguintes conclusões: 
• O desabamento do Edifício Areia Branca se deu em decorrência da ruptura dos 
pilares, nos trecho dos pescoços, ou seja, na região compreendida entre os topos 
das sapatas e o piso do subsolo; 
• a seqüência de ruptura dos pilares se iniciou com o pilar P22, seguido pelo pilar 
P21, ambos servindo de suporte do reservatório inferior. O desenvolvimento da 
seqüência se deu partindo da região central para os bordos, conduzindo os 
destroços para a própria projeção da edificação, aproximadamente, com pequeno 
desvio rotacional para noroeste, atingindo os cinco primeiros andares do Edifício 
Solar da Piedade; 
• o acidente se deu após 27 anos do início da construção, em virtude do processo 
de degradação do concreto da infra-estrutura ao longo do tempo; 
• o solo e as sapatas de fundação não contribuíram para o colapso do edifício; 
• não foram constatadas fugas de material situado sob as sapatas de fundação, 
provenientes de qualquer origem; 
• as edificações situadas no entorno do prédio não interferiram no acidente; 
• os colapsos dos pescoços dos pilares foram motivados por diversos fatores: 
- má qualidade de execução do concreto, onde foram constatados indicativos de 
falta de vibração, alta porosidade, fator água/cimento elevado, baixa aderência 
entre as barras de aço e concreto e dos agregados em relação à matriz; 
- uso de estribos finos, permitidos pela NB 1/1960, com grande incidência de 
ruptura, que favoreceu a flambagem das barras longitudinais, antes da ruptura do 
concreto, na maioria dos pilares; 
- os cobrimentos, embora permitidos pela norma NB 1/1960, sob cujas 
prescrições o projeto estrutural foi desenvolvido, são na atualidade 
reconhecidamente insuficientes para fornecer a adequada proteção às armaduras; 
- ausência de detalhes construtivos importantes, como é o caso do patamar 
necessário para o apoio da forma do pilar sobre a sapata, o que provoca fuga da 
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argamassa constituinte do concreto, vazios de formas e dimensões diversas, 
resultando em redução da seção resistente do pilar no trecho mais solicitado, 
além de favorecer a oxidação das armaduras e ataques ao concreto com a 
conseqüente deterioração; 
- sapatas com os troncos de pirâmide que compõem a suas partes superiores 
com geometria incompleta e disforme, além de haver evidências de o concreto 
ter sido executado sem vibração; 
- os ensaios de reconstituição do traço do concreto revelaram que os pilares P22 
e P21, a partir dos quais iniciou o processo de colapso, sofreram degradação nos 
pescoços e na região situada acima do nível do subsolo, ou seja, ao longo de 
todo o espaço compreendido pelo reservatório inferior. Também foi constatada 
oxidação da armadura em intensidades maiores do que nos demais pilares. Estes 
efeitos foram provocados pela presença constante de umidade proveniente de 
vazamentos do reservatório ao longo do tempo. Foram detectadas duas camadas 
de material de revestimento executadas em diferentes épocas, o que é prova da 
realização de serviços de recuperação para a eliminação de vazamentos; 
- houve degradação do concreto da fundação ao longo do tempo (sapatas e 
pescoços de pilares), o que foi comprovado pelos ensaios e pelas inspeções 
visuais efetuadas. As sapatas sofreram lixiviaçãonas superfícies. Os pescoços 
dos pilares apresentaram comportamentos atípicos: concreto poroso, friável, de 
baixa resistência, baixa aderência, falhas de execução (brocas, falta de vibração). 
Foram constatados indícios de reação álcali-agregado em proporções 
insuficientes para produzir fissuração do concreto, mas que as eventuais 
expansões poderiam contribuir para a redução da aderência; 
- foi constatada variação do nível do lençol freático com a elevação durante as 
chuvas intensas dos meses de maio e junho de 2005, chegando a cobrir 
parcialmente as sapatas nesta época, enquanto que no período outubro-abril o 
lençol freático esteve em nível inferior à cota de fundação das sapatas. Este fato, 
juntamente com a agressividade constatada nos ensaios, explica a lixiviação do 
concreto nas superfícies externas das sapatas. Há que se considerar a existência 
de seis sumidouros, pertencentes ao sistema de esgotamento sanitário, que juntos 
lançavam cerca de 24 000 litros de efluentes diariamente no contorno da região 
 
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compreendida pelas fundações; 
- Não foi identificada carbonatação do concreto. 
 
 
Recife, 25 de julho de 2005 
 
 
ALEXANDRE DUARTE GUSMÃO 
Engenheiro Civil, D.Sc., CREA 17403-D/PE 
 
 
 
DÍLSON CORRÊA LIMA TEIXEIRA 
Engenheiro Civil, M.Sc., CREA 3256-D/PE 
 
 
 
JOAQUIM CORREIA XAVIER DE ANDRADE FILHO 
Engenheiro Civil, CREA 1601-D/PE 
 
 
 
JOSÉ AFONSO PEREIRA VITÓRIO 
Engenheiro Civil, CREA 6904-D/PE 
 
 
ROMILDE ALMEIDA DE OLIVEIRA 
Engenheiro Civil, D.Sc., CREA 3730-D/PE 
 
 
 
 
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8. – Bibliografia 
 
ABNT - NB1/1960 – Cálculo e Execução de Obras de Concreto Armado. 
ABNT - NBR 6118/1978 – Projeto e execução de obras de concreto armado – 
Procedimento. 
ABNT - NBR 6118/2003 – Projeto de estruturas de concreto – Procedimentos. 
ABNT – NB51/1978 – Projeto e Execução de Fundações – Procedimento. 
ABNT – MB4/1953 – Ensaio de tração dos materiais metálicos – Método Brasileiro. 
ABNT – MB4/1977 – Determinação das propriedades mecânicas à tração de materiais 
metálicos – Método de ensaio. 
ABNT - EB3/1967 – Barras e fios de aço destinados a armaduras de peças de concreto 
armado. 
ABNT – Anexo da EB3/1967 (Modifica dispositivos da NB1 e NB2) – Condições de 
emprego das barras de aço destinadas a armadura de peças de concreto armado. 
ABNT – NB5/1961 – Cargas para o cálculo de estruturas de edifícios. 
CODECIPE – Relatório de ocorrência sobre o Edifício Areia Branca, 19.10.2004. 
CODECIPE – Relatório de ocorrência sobre o Edifício Areia Branca, 30.10.2004. 
COMDEC – Operação Risco Zero, Prefeitura Municipal de Jaboatão dos Guararapes, 
Atas de reuniões Nos. 02, 03, 04 e 05, 2004. 
Projeto Arquitetônico do Edifício Areia Branca de autoria do Arquiteto Juarez Alves 
Batista, 1975. 
 
 
 
 
 
 
 
 
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 01 - FACHADA PRINCIPAL DO EDIFÍCIO AREIA BRANCA 
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 02 - VISTA GERAL DO SUBSOLO 
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03 - TRINCA NA VIGA DO TETO DO SUBSOLO JUNTO AO RES. INFERIOR 
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04 - TRINCA NA PAREDE DO RESERVATÓRIO INFERIOR COM VAZAMENTO 
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05 - VISTA GERAL DO RESERVATÓRIO INFERIOR E ALAGAMENTO 
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06 - ESMAGAMENTO DA ALVENARIA SITUADA SOB A ESCADA NO SUBSOLO 
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07 - VISTA DOS PILARES P21 E P22, A PARTIR DOS QUAIS FOI INICIADO 
PROCESSO DE COLAPSO DO EDIFÍCIO 
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08 - ALVENARIA PRÓXIMA DO RESERVATÓRIO INFERIOR, ROMPIDA 
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09 - PARTE POSTERIOR DO EDIFÍCIO NA OCASIÃO DA VISTORIA DA 
CODECIPE 
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10 - MORADORES ACOMPANHAM A VISTORIA EFETUADA PELA CODECIPE 
 e-mail: creape@creape.org.br 
 
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11. ESCOMBROS, NA MANHÃ SEGUINTE AO DESABAMENTO 
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12. ESCOMBROS, INSTANTES APÓS O DESABAMENTO E 
 AVARIAS CAUSADAS NO ED. SOLAR DA PIEDADE. 
 
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13. ESCOMBROS EM FORMA PULVERIZADA 
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14. DETALHE DOS DANOS PROVOCADOS NO PAVIMENTO TÉRREO DO ED. SOLAR DA PIEDADE. 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
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15. LIXIVIAÇÃO DO CONCRETO DAS SAPATAS E LIGAÇÕES COM OS PILARES 
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