Acidentes Estururais na Construção Civil

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APRESENTAÇÃO
 
 
 
Acidentes estruturais na construção civil vêm ocorrendo em todo o mundo - em muitos casos
com vítimas fatais - desde os primórdios da Engenharia. No Brasil a situação não é e nem
poderia ser diferente, mas, a não ser pelos casos noticiados nos meios de comunicação. poucas
pessoas, incluindo aí os profissionais da área, têm conhecimento destas ocorrências.
 
Os acidentes estruturais podem ter suas origens em qual quer uma das atividades inerentes ao
processo genérico chamado de 'construção civil', processo este que pode ser dividido em três
etapas: concepção, execução e utilização da obra. Paralelamente a isto, podemos também
visualizar o problema como uma consequência de ações humanas, tais como a falta de
capacitação técnica do pessoal envolvido no processo (tanto na etapa de concepção como nas de
execução e de manutenção), utilização de materiais de baixa qualidade, de causas naturais
ligadas ao envelhecimento dos materiais componentes das estruturas e de ações externas, tais
como choques, ataques químicos, ataques físicos relativos ao meio ambiente e ataques
biológicos.
 
Nos dias de hoje alguns fatores contribuem decisivamente para aumentar a possibilidade de
ocorrência de acidentes estruturais. Em primeiro lugar temos o próprio envelhecimento das
estruturas, especialmente aquelas de concreto armado ou protendido. Em segundo lugar, e
contribuindo decisivamente para a aceleração da deterioração das estruturas, temos a poluição
atmosférica causada pelo alto grau de industrialização das cidades. Temos ainda o crescimento
acelerado da construção civil, que provocou a necessidade de inovações, as quais trouxeram, por
si mesmas, a aceitação implícita de maiores riscos, embora dentro dos limites que são
regulamentados das mais diversas formas. Tudo isto, aliado às falhas inevitáveis inerentes ao ato
de construir. formou um panorama bastante propício à ocorrência dos acidentes estruturais.
 
Evitar a repetição dos acidentes é um desafio para todos nós. É nossa obrigação, como
profissionais, procurar reduzir o número de acidentes cujo crescimento vem prejudicando a
própria imagem da Engenharia Civil. Uma das formas para isto é a divulgação, no meio técnico,
de insucessos do passado, já que podemos todos aprender a partir da análise das causas que
conduziram uma estrutura ao colapso ou a um funcionamento inadequado.
 
A bibliografia hoje disponível sobre este assunto é muito reduzida, e podemos mesmo afirmar
que a não ser por relatos apresentados em Congressos e Seminários, alguns publicados em seus
Anais - e, portanto, de restrita circulação -, não há qual quer texto disponível sobre o assunto.
Mesmo os relatos em Congressos e Seminários são, em sua grande maioria, voltados
para uma eventual recuperação ou reforço da estrutura. Não objetivando mostrar as causas do
acidente ou da anomalia estrutural.
 
Por isto este livro, que tem como pretensão sistematizar o tema, facilitando o acesso de
estudantes e profissionais de Engenharia e de Arquitetura à Informação, aqui apresentada
tecnicamente contribuirá para o aprendizado e consequentemente para a diminuição da
ocorrência dos acidentes com estruturas. Como os casos são muitos selecionamos para esta
primeira publicação textos que possam representar o melhor possível a vasta gama de causas dos
acidentes que ocorrem com as estruturas.
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
SUMÁRIO
 
 
 
ERROS DE PROJETO E DETALHAMENTO
 
1. O Desabamento do Pavilhão da Gameleira.
 
2. Trinca: em Alvenaria de Prédio Residencial.
 
3. Instabilidade de Pilares em um Galpão Comercial em Duque de 
Caxias – RJ.
 
4. O Colapso da Estrutura em Argamassa Armada do Canal do Rio Bom Pastor.
 
5. A Importância da Correta Consideração do Peso Próprio no Projeto de Estrutura.
 
6. O Colapso de um Silo de Aço para Armazenamento de Clínquer.
 
7. Acidentes por Falta de Durabilidade e de Robustez com Abrigos de Argamassa Armada
em Pontos de ônibus.
 
8. Relato e Análise do Colapso Total de um Edifício em Concrete 
Armado.
 
9. O Desabamento Repentino de um Edifício de 15 Andares.
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
CAPÍTULO 1
 
O DESABAMENTO DO PAVILHÃO DA GAMELEIRA
 
 
1. INTRODUÇÃO
 
O desastre da Gameleira foi um dos mais espetaculares do Brasil e dos mais comentados pela
imprensa. Passados quase um quarto de século. pode-se falar das causas do desastre com
imparcialidade, procurando enfocar principalmente os aspectos estruturais.
 
O autor dessa descrição foi membro. juntamente com os Professores Milton Vargas e Oscar
Costa. da comissão oficial nomeada pelo Instituto de Engenharia de São Paulo com o fito de
elucidar o problema. sem vínculos políticos. comerciais ou judiciais. O trabalho da comissão foi
um serviço gratuito oferecido pelos três signatários do laudo, com a finalidade única de fornecer
subsídios para os peritos nomeados pelo juiz e eventualmente para a própria Justiça para
poderem julgar o caso sem Interferências de pessoas direta ou indiretamente interessadas.
 
O acidente ocorreu em 4 de fevereiro de 1971 em Belo Horizonte. durante o intervalo do almoço,
quando numerosos operários descansavam sob a obra na parte já livre dos escoramentos recém
removidos. Muitos operários (64) ficaram esmagados sob os escombros e o acidente levantou as
mais discordantes opiniões de técnicos e de leigos.
 
Deliberadamente não citaremos qualquer nome envolvido na construção. Desejamos apenas
apontar os fatos e não os culpados. É nossa intenção mostrar os pontos críticos esperando que o
exemplo sirva de ensinamento e cautela para os jovens engenheiros.
 
 
2. O PROJETO
 
A construção destinava-se à exposição de produtos industrializados e era constituída em planta
por uma laje nervurada de 30,5 x 240m sobre 10 pilares. Ao longo de 240m, vigas de 9,8m de
altura formavam a parte visível da estrutura. Internamente, com pé-direito de 3,5m existiam duas
lajes parciais, abrangendo a largura total de 30,5m e, na direção longitudinal respectivamente 40
e 35m. Na parte superior dessas lajas, com pé-direito de 2,8m estava a cobertura constituída por
nervuras isoladas de 1,5m de altura com o vão total de 30,5m. Essa cobertura, com elementos
translúcidos de “fiber-glass” entre as nervuras, se estendia pelos 240m da construção sempre no
topo das vigas perimetrais de 9,8m de altura [1].
 
Os 10 pilares, de forma troncocônica, serviam de apoio às vigas perimetrais, todas isostáticas. As
vigas da extremidade esquerda (V100e V200) possuíam 20m de balanço e um tramo de 40m. As
duas vigas em continuação (V101 e V102 de um lado, V201 e V202 do outro) eram
simplesmente apoiadas, respectivamente com 30 e 65m de vão. A construção terminava com
vigas (V103 e V203) com um vão de 65m seguido de um balanço de 20m como as da esquerda.
Resultava o total de 240m entre as extremidades dos balanços (fig. 1). As faces de extremidade
não eram fechadas, mas eram protegidas da luz excessiva por grandes e lâminas em balanço, que
funcionavam como “brise-solei”.
 
 
Os pilares do térreo, com altura de 3 m, eram livres e visíveis de qualquer ponto, pois não
estavam previstas paredes de fechamento. Havia sido previsto um tubulão a ar comprimido para
cada pilar pois a natureza do solo assim o justificava e que transmitia a pressão de 10 kgf/cmª na
camada de solo residual. A superestrutura foi projetada em concreto aparente, tanto na parte
interna como na externa.
 
As vigas longitudinais com 9,8 m de altura possuem 40 cm de largura em sua maior parte. No
trecho em que encontra a laje do piso (1 .5 m de altura) a largura se toma bem maior. Para
alojamento da armadura longitudinal.
 
O projeto constava de 68 pranchas de desenho e 13 folhas manuscritas de cálculo com
pouquíssimas informações. Não existia qualquer projeto ou mesmo esquema do cimbramento ou
de sua remoção. O esquema do descimbramento foi fornecido posteriormente pelo projetista da
estrutura, mas não fazia parte do projeto inicial. Previa a retirada das escoras dos apoiospara o
vão.
 
 
3. O ACIDENTE
 
Já havia sido concluído o descimbramento da estrutura. faltando apenas o das vigas finais V103 e
V203.
 
Na ocasião do final do descimbramento. em 4 de fevereiro de 1971. uma surpresa: houve grande
dificuldade na retirada das escoras centrais do cimbre pois elas se achavam submetidas e
enormes compressões e não haviam sido previstos dispositivos para alívio de carga.
A justificativa imaginada na época foi a da existência de recalques de apelo ocorridos nas
fundações (que ainda estavam descarregadas!). Os cimbres foram retirados na ordem Inversa da
usual: dos apoios para o centro. Isto justificava por si só o aperto das escoras. independentemente
da existência ou não de recalques [2].
 
O engenheiro da empresa responsável pelas fundações deu por escrito no caderno de obra a
informação de que os cimbres deveriam ser retirados do centro para os apoios. Ainda que pareça
incrível, esta sugestão, que não foi seguida, foi suficiente para incriminá-lo no processo.
 
O representante da firma projetista fez uma vistoria da obra no dia 4 de fevereiro e logo depois,
julgando não existirem anormalidades. mesmo na presença de fissuras nas vigas V 103 e V 203,
autorizou o prosseguimento da retirada das escoras. sempre dos apoios para o vão.
Pouco tempo depois ocorreu o desabamento. quando os operários ainda almoçavam sob a laje.
 
As fissuras e as flechas não foram consideradas anormais e. mesmo sem uma análise criteriosa
do comportamento da superestrutura. foi autorizado o prosseguimento da operação de
descimbramento. Havia sido pressuposto na ideia de todos que as fissuras eram decorrentes de
recalques, não obstante tratar-se de estrutura isostática. Esses recalques, medidos e analisados,
foram considerados insignificantes. Haviam alcançado o valor máxime em toda a estrutura de 6
cm e na parte a ser descimbrada era apenas de 2.7 cm. Daí o
desafogo após a vistoria e a tranquilidade sobre a continuação do descimbramento [2]. A
estrutura já estava atingindo o estado limite último. Independentemente do recalque, apenas com
a atuação do peso próprio só do concreto. Mesmo assim predominou a tranquilidade na
suposição de que as fissuras observadas eram decorrentes de recalques. Os maiores recalques
diferenciais na parte que ruiu. ocorreram entre os pilares P4 e P9. no vão transversal de 30,5 m.
Esses recalques atingiram apenas 2,7 cm ou seja 1/1130 do vão. Isto foi considerado
insignificante na ocasião. menos da metade do máximo observado na parte já descimbrada. Este
recalque, entretanto, posteriormente ao acidente. foi o fulcro para incriminação da firma
responsável pelas fundações. Foi motivo suficiente para indiciamento do possível culpado pelo
acidente. não obstante ter sido considerado normal no momento crucial de autorizar ou não o
prosseguimento da operação de descimbramento. Naquela
ocasião, o recalque nada significava. Depois do acidente, o mesmo recalque foi considerado a
causa de tudo!
 
O desabamento das vigas V103 e V203 ocorreu repentinamente. sem qualquer aviso prévio. Não
houve tempo para a fuga e apenas os que estavam na periferia conseguiram escapar, com muitos
ferimentos. Foi uma verdadeira catástrofe! Nunca se viu nada igual no Brasil!
 
 
4. A VISTORIA
 
A vistoria feita pela comissão realizou-se em 11 de fevereiro de 1972, cerca de um ano após o
acidente. A parte remanescente da estrutura havia sido toda reescorada e os escombros já
estavam cortados e acumulados para sua remoção. Este trabalho havia sido Iniciado
Imediatamente após o desastre na tentativa de encontrar sobreviventes. Foi possível examinar na
seção transversal das vigas principais, fotografia 4, a disposição da armadura reunida em feixes
de 3 barras (para possibilitar maior facilidade de concretagem). Essa armadura era constituída de
aço torcido de diâmetro 0 28 mm. O autor passou o Carnaval de 72 em Belo Horizonte, fazendo
o mapeamento de fissuras na estrutura remanescente. já totalmente reescorada. Esse mapeamento
é reproduzido nas figuras 2 e 3.
 
 
Constatou-se nos topos dos pilares P4-5-9-10 que apoiavam as vigas V103 e V203 que ruíram,
grande concentração de barras grossas. e nosso ver. acusa principal do acidente. Essas barras,
como se pode ver nas fotografias 1 e 2, estão praticamente limpas, sem concreto aderente.
Concreto esmigalhado, enclausurado entre as barras, ainda pode ser visto, mostrando claramente
que os dois matérias não tinham condições de um trabalho conjunto, premissa fundamental para
funcionamento como “concreto armado”. Pela fotografia 1 pode-se adivinhar que as vigas que ali
se apoiava (V203) foi esmigalhada numa região triangular sobre o apoio, e desceu quebrando as
arestas do pilar. As barras de ligação simplesmente escorregaram sobre o concreto da viga e
voltaram um pouco por recuperação elástica. Na fotografia 2 nota-se que apenas numa barra um
torrão de concreto permaneceu aderente ao aço.
 
 
Na verdade, existiam 100 barras grossas dispostas em 10 camadas de 10 num quadriculado
regular. Por entre as barras deveriam passar as barras horizontais que vinham das vigas V103 e
V203, que não haviam sido dobradas. Não sobrava espaço para a entrada do concreto. Além
disso, a ausência de ferros de cunhagem do bloco parcialmente carregado acarretava grandes
trações no concreto. Essas trações eram agravadas pelo efeito térmico no vão
de 65 m. Basta pensar que o abaixamento de temperatura a partir da temperatura sob a qual se
processou o endurecimento do concreto até a temperatura ambiente de uma noite fria pode
atingir facilmente 20 ºC. A esta variação corresponde uma deformação imposta de 0.20 mm/m
que, em 65 m acarreta um deslocamento global de 13 mm. A força horizontal que corresponde a
este efeito é imensa. O Prof. Jayme Peneira da Silva Jr., professor catedrático em Belo Horizonte
fez uma estimativa do valor máximo desta força e encontrou o valor de 960 tf [1]. O autor,
assumindo que sob a ação de forças tão elevadas. as fundações dos pilares extremos P5 e P10
deveriam ceder algo, determinou valores mais realistas desta força, para diversos valores do
coeficiente de deformação horizontal do solo. Chegou a valores da ordem da terça parte, mesmo
assim muito elevados. Com a fissuração do concreto essa força ficaria reduzida ainda mais. O
remanescente desta torça ainda seria suficiente para “rasgar” o concreto da região de apoio das
vigas. Esse concreto ao arrastar a viga sobre o apoio produziu nos ferros de ligação com o pilar o
eleito de corte puro. Pela quantidade, as 100 barras seriam suficientes para resistir a este esforço
e isto foi o mal! Se as barras tivessem cisalhado antes do concreto romper, haveria apenas um
deslocamento da viga sobre o apoio. Entretanto as 100 barras nem chegaram a ser solicitadas por
corte: a ruína ocorreu antes no concreto cheio de falhas de adensamento! Estranhamente, no vão
de 65 m que não ruiu, talvez pela enorme quantidade de fissuras finas, não houve esse tipo de
ruína.
 
Se não tivesse sido colocada nenhuma barra de ligação entre super e meso estrutura. Como se
costuma fazer nas pontes, com previsão de apenas um aparelho de apelo de elastómero cintado,
provavelmente nada teria acontecido na ocasião do descimbramento. Poderia, entretanto,
acontecer mais tarde. com a estrutura em serviço, como se verá mais adiante.
 
Os pilares P5 e P10 sofreram com o acidente grandes deslocamentos. Isto pode ser visto na
fotografia 3 onde se vê o P10 deslocado para o lado de P9. Pode-se, portanto, imaginar o valor
descomunal da força horizontal aplicada pela viga ao pilar, no tramo de 65 m. capaz de provocar
a rotação do pilar em relação à fundação. Deve ter havido uma separação entre o bloco de
fundação e a cabeça do pilar pois, segundo os cálculos apresentados. só foram consideradas nas
fundações solicitações verticais axiais.
 
 
5. ANÁLISE DO PROJETO
 
A verificação do projeto revelou um defeito da maior imponência nas vigas principais,
considerado causa principal do desabamento: tensões excessivas em serviço no concreto na
região dos apoiosem P4-5. Não existia nem concreto nem armadura adequada para absorver
essas tensões.
 
O exame do projeto mostrou uma série muito grande de falhas de detalhamento e de disposições
construtivas que não contribuíram de maneira significativa para provocar a ruína. Por isso
deixam de ser aqui mencionadas. Não se pode, entretanto, deixar de mencionar que a armadura
de flexão efetivamente colocada era o dobro da exigida pelo cálculo. Isto ocorreu porque a
empresa construtora tendo solicitado a mudança da armadura de aço CA-25, como havia sido
inicialmente projetada a estrutura, para aço CA-50, assim o fez sem que a projetista tivesse
modificado as quantidades.
 
O exame do estado de fissuração das vigas principais remanescentes, apenas sob a ação do peso
próprio só do concreto, evidencia a falta de amadura transversal adequada para as tensões
principais de tração. As fissuras que aparecem próximas aos pilares indicam pela sua abertura,
sua disposição e sua orientação, a aproximação de um estado de ruptura por cisalhamento.
Lembra-se que as fissuras por cisalhamento nunca se abrem muito antes da ruptura. O que
sobreviveu já estava bastante próximo do estado limite último. com carregamento inferior ao da
carga permanente total.
 
As vigas V100 e V200 apresentam um estado de fissuração em correspondência aos pilares P1 e
PS que deve ter sido idêntico ao que teria existido nas vigas que ruíram V103 e V203 junto aos
pilares P9 e P10. Teria sido fácil constatar Isto antes da retirada final do cimbramento. Explica-se
que o desabamento não tenha iniciado pelas vigas V100 e V200 porque o vão e menor (40 contra
65) para o mesmo balanço. e porque o travamento proporcionado pela laje da sobreloja atingiu o
vão todo de 40 m.
 
Não existindo indicações nas folhas de cálculo do projeto apresentado. o autor calculou as
flechas no Estádio I com módulo de elasticidade do concreto de 275 tf/cmª. das vigas com vão de
65 m. Os resultados foram comparados com os valores medidos na véspera do acidente. Os
valores calculados foram de 71mm paras as vigas em balanço (V102 e V202) e 68 mm para as
vigas com balanço (V103 e V203). Os valores medidos foram muitos maiores, indicando a
influencia importante da fissura existente: respectivamente 140, 85, 125 e 116mm. Na viga
V202, cuja a flecha medida foi apenas 85mm, fui fita depois do acidente uma nova medida de
flecha em 06/02/1971 e o resultado foi de 125mm. A flecha aumentou nessa viga de 85 para 125,
cerca de 50% em apenas 3 dias. Isto mostra a aproximação do estado limite último nessa viga,
que foi logo reescorada. 
 
A análise das fundações feita pelo Prof. Milton Vargas, subscrita pela comissão, concluiu que o
recalque diferencial máximo de 2,7 cm entre P4 e P9. valendo 1/1130 de vão de 30,5m não
constituiu causa suficiente para o desabamento. Assim também o recalque diferencial máximo de
6 cm em toda a estrutura corresponde a 1/500 do vão de 30,5m e também não é causa para
justificar um desabamento, que de fato não ocorreu (entre P2 e P3).
 
Somente na hipótese de ruptura do solo da fundação dos pilares P5 ou P10 é que as fundações
poderiam ser responsabilizadas pelo desabamento. O exame minucioso do terreno em volta da P5
ou P10 não revelou o menor sinal de ruptura, quer por afundamento, quer por deslocamento
lateral dos tubulões. A conclusão final é que as fundações não foram, definitivamente,
responsáveis pelo acidente.
 
 6. LIÇÕES PARA OS JOVENS ENGENHEIROS
 
Devemos sempre tirar algum proveito da análise dos desastres pele o progresso resulta muito
mais dos erros do que dos acertos. O caso da Gameleira nos traz uma série enorme de
ensinamentos que procuramos enumerar:
 
A concepção da estrutura é fundamental no projeto.
 
É preferível deixar a estrutura solta sobre os apoios e mais livre para movimentação do
que ligá-las fortemente, restringindo dilatações.
 
O detalhamento das armaduras e tão importante, ou até mesmo mais imponente do que
seu dimensionamento. É preferível alguma escassez de armadura. porém dando
condições ao construtor de uma execução perfeita.
 
O descimbramento (assim como o processo construtivo) devem ser pensados com muito
cuidado na fase de projeto. Os desenhos devem conter Instruções indispensáveis para o
construtor. Nunca retirar as escoras dos apoios para o vão. A estrutura deve se deformar
aos poucos ao ser descimbrada. Devem ser previstos dispositivos para abaixamento
gradual das escoras.
 
Não se deve deixar nada no projeto para ser resolvido no canteiro.
 
O travamento lateral de uma estrutura também faz parte do projeto.
 
Não adianta nada colocar ferro em excesso nos pontos de maiores solicitações e esquecer
as ancoragens, os alojamentos, as interferências.
 
Flechas excessivas. Incluindo as de longo prazo, podem invalidar uma estrutura pela
concentração de tensões nos apoios.
 
O efeito térmico e o causador dos maiores defeitos visíveis e de deterioração da estrutura.
Cálculos grosseiros e aproximados são sempre úteis para uma avaliação prévia.
 
As normas devem ser usadas como orientação e fornecimento de Limitações para quem
não tem experiência suficiente para julgamento próprio.
 
Em qualquer construção, mesmo com subdivisão de tarefas, deve sempre existir um
responsável pelo conjunto de todos os serviços.
 
Fissuras de cisalhamento nunca abrem excessivamente como as de flexão e podem levar
uma estrutura ao Estado limite último sem aviso prévio.
 
Vigas simplesmente apoiadas não servem para travamento estrutural.
 
Nem sempre a resistência do concreto, corretamente especificada, é suficiente como
parâmetro de construção. Pode ser feito um concreto de boa resistência que apresente
deformação excessiva ou que não tenha durabilidade. O módulo de elasticidade não
aumenta quase nada nos 5 primeiros dias, ainda que haja resistência.
 
Nunca confiar cegamente nos resultados do computador. Se os dados de entrada forem
errados (unidades, avaliações, emissões de carregamentos...) os de saída são falsos.
Cálculos muito minuciosos podem confundir mais do que ajudar. Tudo deve ser feito na
medida do necessário. O supérfluo é nocivo.
 
 
BIBLIOGRAFIA
 
[1] SILVAJR., Jayme Ferreira da (Março1971). O Acidente com o Pavilhão de Exposições da
Gameleira em Belo Horizonte. Belo Horizonte.
 
[2] Jornal “Engenharia e Arquitetura”. Ano III N' 35, 1972: Os Problemas Técnicos da
Gameleira (Transcrição completa do laudo do Instituto de Engenharia do São Paulo).
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
CAPÍTULO 2
 
 
TRINCAS EM ALVENARIA DE PRÉDIO RESIDENCIAL
 
 
1. INTRODUÇÃO
 
O prédio, localizado no bairro de Vila Isabel - Rio de Janeiro, é constituído de dois pavimentos
de garagem. um pavimento de uso comum e 10 pavimentos-tipo projetados em lâmina no centro
do terreno. Estava em fase de acabamento quando apresentou trincas inclinadas nas paredes de
alvenaria que separavam a sala do quarto, cujas aberturas evoluíram com o tempo, chegando a
atingir cerca de 6mm (fotos 1 e 2). Dentro os seis apartamentos existentes em cada pavimento, as
trincas observadas surgiram nos quatro apartamentos que se situavam nas extremidades do
prédio. Estas trincas apresentavam maiores aberturas nas paredes do 1º pavimento-tipo,
diminuindo de intensidade à medida que se subia para os andares mais elevados. No 4º
pavimento-tipo, praticamente já não eram observadas.
 
 
2. PROVÁVEIS CAUSAS DAS TRINCAS OBSERVADAS
 
Vistoriada a obra, verificados o projeto estrutural e os valores da resistência a compressão do
concreto obtidos nos corpos de prova rompidos durante a execução da estrutura, constatou-se que
alguns fatores teriam contribuído para o aparecimento e evolução das trincas observadas nas
paredes, os quais são relatados em seguida.
 
Os quatro apartamentos do pavimento-tipo onde as trincas foram observadas são idênticos, face à
dupla simetria do prédio, simetria esta que foi acompanhada pelo projeto de estrutura. No projeto
estrutural foram previstas, dentre outras, quatro lajes nervuradas armadas nas duas direções com
16 cm deespessura total - sendo os vazios entre nervuras preenchidos com tijolos deitados de
10x20x20 em (ver detalhe do desenho de fôrmas na figura 1). Possuíam estas lajes dimensões em
planta de 7,29 m x 8.675 m (vãos livres). com uma área portanto de 63,24 m² cada (Laje L7 -
figura 2). Embora estes vãos não sejam surpreendentes por sua grandeza, cada uma destas lajes
suportava todas as cargas de um apartamento de sala, dois quartos e demais
Dependências, com suas respectivas paredes de alvenaria que dividem os vários cômodos (figura
3), estando assim sujeita a carregamento de grande intensidade. A maior flecha observada nestas
lajes foi de 4.5 cm, sendo constatadas flechas de menor intensidade nas demais.
 
 
Dois bordos destas lajes eram de extremidade (apoios simples) e nos outros dois havia lajes
contíguas (apoios engastados). O desenho de armação (figura 4) destas lajes previa armadura
negativa de barras de diâmetro 10 mm espaçadas a cada 10 cm ao longo do bordo engastado
mais solicitado, que é realmente a quantidade necessária pelo cálculo supondo-se a laje com 16
cm de concreto (laje maciça). No entanto, a planta de formas não previa, como deveria, uma
faixa maciça de laje junto aos apoios [1] considerados engastados (figura 2) e, por falta deste
detalhe, durante a execução da estrutura os tijolos foram colocados em toda a área de laje,
inclusive nas regiões de momentos fletores negativos (foto 3).
 
 
Neste caso, embora a armadura negativa estivesse em quantidade suficiente, faltava concreto nas
fibras inferiores (comprimidas), onde havia nervuras e tijolos comuns, diminuindo assim a
capacidade resistente da laje. Este fato, com certeza, contribuiu para o aumento das flechas
nestas lajes e as consequentes trincas nas paredes. Poderia inclusive, quando de carregamento
definitivo do prédio ao final da construção, conduzir a acidente mais grave, pois, de acordo com
a verificação estrutural efetivada, a seção de engaste encontrava-se superarmada, passível de
ocasionar a ruptura brusca da seção. sem aviso. Caso o engenheiro responsável pela execução
tivesse uma maior noção de comportamento estrutural. poderia ter detectado o problema (falta
da faixa maciça de laje junto aos engastes) e alertado a tempo, o que não ocorreu neste caso.
 
Associado a isto, as paredes divisórias entre as salas e os quartos, nestes apartamentos,
encontravam-se numa situação desfavorável, o que possivelmente também contribuiu para o
aparecimento de grandes trincas inclinadas. Estas paredes. com extensão total de cerca de 2 m.
tinham em uma das suas extremidades um pilar (pilar P15, figura 2). ponto indeslocável
verticalmente. Estando a outra extremidade praticamente no centro da laje, onde são máximas as
flechas, tais deflexões foram excessivas para a rigidez da parede, provocando o aparecimento das
trincas já anteriormente descritas. Este deve ser o motivo para as trincas observadas nas
alvenarias de alguns apartamentos do 1º pavimento-tipo, onde as flechas observadas nas
respectivas lajes, da ordem de 1,5 cm, estavam dentro dos limites máximos preconizados pela
Norma Brasileira NBR-6118 [2].
 
O fato descrito no parágrafo anterior. em que são observadas trincas indesejáveis nas paredes,
embora com valores de flechas nas lajes que as apoiam atendendo os limites da Norma, não são
raros, como seria de se supor, ocorrendo com alguma frequência nas edificações em geral, e
especialmente naquelas cujo esquema estrutural escolhido e o de lajes cogumelo. Isto tem
chamado a atenção de alguns engenheiros da área de estruturas, os quais tem procurado alertar
para a necessidade da Norma Brasileira prever limites de "achas e deflexões mais rígidos quando
do projeto de lajes suportando diretamente paredes de alvenaria [3].
 
Quanto à maior magnitude das trincas observadas nas paredes do 1º pavimento-tipo, a explicação
encontrada seria por conta do pavimento imediatamente abaixo (pavimento de uso comum) ser
desprovido de paredes sob as lajes críticas (ver foto 3). o que ocasionou flechas maiores nestas
lajes e, consequentemente, maior abertura nas trincas. Já nos pavimentos superiores, a presença
de paredes de alvenaria sob as lajes contribuiu para uma progressiva diminuição das flechas
nestas lajes e, consequentemente, nas trincas das paredes.
 
Na figura 4 pode-se ainda detectar um outro erro de detalhamento. Trata-se da amadura de canto
(no lado inferior esquerdo da figura), cuja direção é acertada para a armadura positiva, porém foi
desenhada com convenção de armadura negativa. Na vistoria da obra, constatou-se que esta
armadura não estava no fundo das nervuras (caso estivesse, parte das barras estaria sem concreto
de envolvimento, sob os tijolos). Possivelmente foi colocada na mesa - na face superior ou
inferior – e, neste caso, esta armadura não estava colaborando na resistência da laje.
 
Sendo a laje nervurada, seria recomendável que se utilizasse no cálculo dos esforços tabela que
não computasse os momentos torçores, o que conduziria a momentos fletores de maior
magnitude. Assim procedendo, a armadura de cento tomar-se-ia desnecessária.
 
 
3. SOLUÇÕES PROPOSTAS
 
Tendo em vista o problema de estabilidade existente nas regiões de momento fletor negativo das
lajes, comprometendo a segurança da estrutura, foi recomendado a empresa contratante do laudo
técnico [4] a elaboração de projeto de reforço da estrutura.
 
 
BIBLIOGRAFIA
 
[1]. Souza VCM, Cunha AJP (1994). Lajes do Concreto Armado e Protendido, EDUFF, Niterói,
BR.
 
[2]. Associação Brasileira de Normas Técnicas (1978). Projeto e Execução de Obras de Concreto
Armado - NBR 6118/88, ABNT, Rio de Janeiro, Brasil.
 
[3]. Cunha AJP, Souza VCM (1990). Esbeltez e Flechas em Lotes de Concreto Armado. II
Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto, São Paulo, Anais - Vol. 2, 475-497.
 
[4]. Queiróz Cunha Engenharia Ltda. (30/04/90). Anelise Estrutural do Edifício Residencial, Rio
de Janeiro. BR. 15 pág.
 
 
 
 
 
CAPÍTULO 3
 
 
INSTABILIDADE DE PILARES EM UM GALPÃO
 
 
1. INTRODUÇÃO
 
O acidente em questão ocorreu em junho de 1988, tendo sido constatado quando da tentativa de
colocação de uma cobertura tipo rolI-on em um galpão comercial em construção na Rodovia
Washington Luiz. em Duque de Caxias-RJ. A edificação em si é dividida em 3 partes, sendo que
as partes 2 e 3 tem 2 pavimentos, e a parte 1 tem apenas o pavimento térreo, com pé-direito
duplo de 6m e cobertura tipo roII-on. Aqui trataremos apenas do problema ocorrido com a parte
1 do edifício, já que o mesmo problema não ocorreu com as partes 2 e 3, por estarem os pilares
contraventados por vigas e lajes.
 
 
2. DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA
 
O esquema geral da estrutura. em corte e em planta, da parte 1 da edificação, está mostrado nas
figuras 1 e 2. respectivamente. Entre as vigas ao nível do aterro e a viga a 3,0m de altura, e entre
este e a viga de 6.0m de altura, foi colocada alvenaria de meia vez (tijolo em pé).
 
 
 3. DESCRIÇÃO DO PROBLEMA
 
Como já foi dito na introdução. o problema com a estrutura só foi notado quando da colocação
da cobertura do galpão. O que ocorreu foi que os pilares P2 a P4 e P27 a P29 sofreram uma
rotação, e assim as distâncias entre cada par de pilares (P1-P26; P2-P27; P3-P28; P4-P29; P5A-
P30A) não eram constantes, já que entre os pilares P1 e P26 e P5A e P30A havia vigas de
amarração, e o mesmo não ocorria entre os outros pares de pilares. Por causa disto, não foi
possível a colocação da cobertura.
 
Os deslocamentos sofridos pelos pilares são os mostrados no quadro 1. Neste quadro, deve-se
observar que:
 
como a medida foi tomada com o auxílio de um fio de prumo, considerou-se como
referência o topo da viga superior;
 
as medidas foram arredondadas para o cm mais próximo.
 
 
4. ANÁLISE DA ESTRUTURA
 
O projeto estrutural original foi verificado, chegando-se às seguintes conclusões:
A amadura dos pilares. seguindo-se os preceitos da NBR 6118/82“), era insuficiente;
No desenho “Locação e Cargas nos Pilares” não foram especificados os valores dos
momentos fletores, masapenas os dos esforços normais. Por causa disto, a empresa
responsável pelo estaqueamento utilizou apenas uma estaca tipo Franki sob cada pilar.
Em virtude disto, houve uma rotação do bloco de coroamento das estacas, e,
consequentemente, dos pilares;
Em decorrência da rotação dos conjuntos pilar-estaca, a tendência era que o
deslocamento continuasse progredindo, o que, em alguma época, poderia levar os pilares
à ruptura. Além disto, para o tipo de cobertura que foi utilizado, era absolutamente
necessário que não só as distâncias entre os pares de pilares fossem constantes, mas
também que a distância entre as vigas superiores não sofresse qualquer variação.
 
Tendo em vista o acima exposto, foram feitas uma série de recomendações e um projeto de
reforço de forma a eliminar o problema ocorrido, garantindo a segurança da estrutura e
possibilitando a colocação da cobertura do galpão. Estas recomendações podem ser resumidas da
seguinte forma:
 
Como os pilares estavam com armaduras insuficientes, optou-se por reduzir os seus
carregamentos, aí compreendidos a força normal e o momento fletor. Para isto,
recomendou-se a utilização de tijolos de concreto celular, de peso específico
sensivelmente interior ao dos tijolos cerâmicos;
Para corrigir os deslocamentos dos pilares, e impedir a tendência de giro dos mesmos,
foram feitas as seguintes recomendações: (a) reposicionar os topos dos pilares, ou seja,
colocar os pilares na vertical; (b) executar um projeto de reforço que consistia na
utilização de blocos de concreto ciclópico, de dimensões 1,2m x 1.2m x 0.9m, afastados
dos pilares (para tora da edificação) de 2,5m, eixo e eixo, e a eles ligados por vigas de
equilíbrio, por tema a gerar um momento fletor igual e em sentido contrário ao que
atuava nos pilares.
 
5. CONCLUSÃO
 
Este trabalho mostrou um erro que ocorre com bastante frequência em projetos estruturais, que é
a especificação incompleta de dados nos desenhos de execução. No caso, foram omitidos os
valores dos momentos fletores no mapa de cargas dos pilares, e que tez com que o projeto de
estaqueamento não fosse apropriado às solicitações nas estacas (não cabe aqui qualquer culpa ao
projetista do estaqueamento, já que o único elemento que lhe foi fornecido para o projeto foi o
desenho de “Locação e Cargas nos Pilares”). Este fato, além de ter ocasionado um sensível atraso
no cronograma da obra, ocasionou custos adicionais em virtude do custo do retorço em si e da
diferença de preço entre o tijolo de concreto celular e o cerâmico.
 
 
BIBLIOGRAFIA
 
[1]. Associação Brasileira de Normas Técnica (1982). Projeto e Execução de Obras de Concreto
Armado, NBR 6116/82, Rio de Janeiro, Br.
 
[2]. Proconsulte Construções e Incorporações Ltda. (1983). Relatório Técnico 
nº 110/88. Rio de Janeiro. 3 pág.
 
CAPÍTULO 4
 
 
O COLAPSO DA ESTRUTURA EM ARGAMASSA ARMADA DO CANAL DO RIO
BOM PASTOR
 
1. INTRODUÇÃO
 
Meu primeiro contato direto com o material argamassa armada teve lugar em abril de 1985,
quando visitei a "Fabrica de Escolas". uma usina de pré-fabricação instalada na Avenida
Presidente Vargas, a mais importante via de acesso ao centro da cidade do Rio de Janeiro. Nesta
ocasião o meu interesse pelo estudo da argamassa armada foi despertado pela curiosidade diante
da pequena espessura das peças em comparação com as dimensões comumente
empregadas na utilização do concreto armado.
 
Em outubro de 1986 tive a oportunidade de visitar a fábrica de argamassa armada que
funcionava em Beltord Roxo, município da Baixada Fluminense situado nas proximidades da
cidade do Rio de Janeiro. Esta unidade industrial fabricava especialmente pegas utilizadas na
montagem de estruturas para canalização de cursos d'agua (foto 1). Acostumado a projetar
estruturas deste mesmo tipo em concrete armado, estranhei a esbeltez das peças em argamassa
armada em face das solicitações que atuam nas estruturas de canalização e da necessidade de
garantir sua durabilidade em ambiente em geral fortemente agressivo. Também o dispositivo de
fixação por simples encaixe das peças verticais nas peças horizontais me pareceu inadequado
para resistir eficazmente aos esforços solicitantes nos nós da estrutura (foto 2). No término da
visita, ao solicitar uma cópia do projeto estrutural e da respectiva Memoria de Cálculo das
estruturas em argamassa armada fui informado pelo gerente da fábrica que estes elementos
técnicos não estavam disponíveis, razão pela qual as dimensões indicadas no presente relato
técnico são aproximadas pois foram obtidas por medições realizadas no transcurso das inspeções.
 
Em maio de 1987. ac vistoriar o leito do rio Born Pastor em Belford Roxo. deparei-me
casualmente com a obra de canalização do referido rio. A estrutura do canal, que estava sendo
construída com peças pré-fabricadas em argamassa armada, apresentava um trecho
desmoronado.
 
 
 
2. DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA DO CANAL
 
A seção transversal do canal em construção é retangular e mede cerca de 2 m de altura por 3,5 m
de largura (ver figura 1).
 
 
 A estrutura pré-fabricada em argamassa armada é composta pela justaposição de módulos em
“U" com 45 cm de largura. cada modulo sendo constituído por duas peças verticais “engastadas”
numa peça horizontal por meio de um simples encaixe apertado pela introdução de cunhas de
alumínio (foto 3).
 
As dimensões da seção transversal e a posição das peoas de argamassa armada na estrutura são
mostradas na figura 2.
 
Ao longo do topo das paredes verticais são instaladas peças horizontais com seção transversal em
"H", cada uma medindo cerca de 2,25 m de comprimento, com a função de dar acabamento ao
topo do canal e, ao mesmo tempo, ajudar na uniformização dos esforços horizontais atuantes nas
paredes. Quatro furos existentes na haste horizontal do “H” permitem o encaixe desta peça na
extremidade deixada livre das barras de aço da armadura principal das peças verticais. Depois de
montadas no local, as peças são então armadas longitudinalmente no interior do seu nicho
superior e, em seguida. concretadas para se tornarem “continuas”.
 
 
 
3. OBSERVAÇÕES FEITAS NO LOCAL
 
Um trecho de uma das paredes do canal em construção tombou para dentro do leito do rio ao
longo de aproximadamente 20 m de comprimento, acidente ocorrido por ocasião da incidência de
fortes chuvas no local. As peoas verticais da parede que desmoronou mantiveram sua
integridade, girando em torno do no da estrutura (fotos 4 e 5).
 
As pegas de argamassa armada têm espessura pequena. da ordem de 30 mm. e apresentam de
modo generalizado insuficiência de cobrimento da armadura e danos causados na argamassa por
choques sofridos durante as operações de manuseio, transportes e montagem (foto 6). Algumas
peoas depositadas nas proximidades do canteiro de obra apresentam graves defeitos de
fabricação (foto 7).
 
As juntas verticais existentes entre os modules consecutivos são abertas, dotadas de uma banda
de filtro geotêxtil do |ado do terreno e numerosas juntas já estão sendo tomadas por arbustos em
pleno crescimento (foto 8).
 
A estrutura está em contato direto com o solo e com as águas do rio poluídas por lixo, detritos e
esgoto, encontrando-se, portanto, num microambiente muito agressivo. Um assoreamento
intenso e prematuro já se faz notar no fundo do canal (ver foto 9).
 
A armação instalada no nicho superior da peoa de coroamento das paredes é constituída por
quatro barras de aço nervurado com diâmetro D =12.5 mm, estando o concrete executado no
local com mau aspecto. As emendas por justaposição destas barras romperam-se no momento do
colapso da estrutura (foto 10).
 
 
 
 
 
 
 
4. DEFINIÇÃO DO MATERIAL ARGAMASSA ARMADA
 
Em novembro de 1989. a ABNT-Associação Brasileira de Normas Técnicas publicou a norma
NB-1259 Projeto e execução de argamassa armada [1]. Alguns conceitos e recomendações
relacionados com a definição do material e com as exigências de durabilidade são abordados a
seguir.
 
No item “Definições” consta na norma:
“3.2 Argamassa
Mistura homogénea composta de cimento Portland,agregado miúdo e água. podendo
eventualmente conter adições e aditivos que melhorem suas propriedades."
 
“3.4 Peça em argamassa armada
Aquela de pequena espessura, composta de argamassa e armadura de telas de aço de malhas de
abertura limitada, distribuída em toda a seção transversal.
 
Nota: considera-se como peça de pequena espessura aquela em que essa dimensão não ultrapasse
o valor convencional de 40 mm.”
 
Quanto à proteção da armadura, consta no item 4.3.3.2.4:
 
“a) Cobrimento: a espessura nominal do cobrimento, respeitadas as tolerâncias de execução
especificadas em 4.5.3. não deve ser interior a:
 
4 mm, no caso de peças em ambientes protegidos;
 
6 mm, no caso de peças em ambientes não protegidos;
 
b) Medidas especiais: no caso de peças em ambientes agressivos. devem ser tomadas medidas
especiais de proteção.”
 
As tolerâncias especificadas no item 4.5.3 são:
“4.5.3.2 Na espessura, a tolerância máxima admitida é de +- 3 mm, não excedendo 10% da
espessura total da peça.
 
4.5.3.3 No cobrimento da armadura toleram-se variações de +- 2 mm.”
 
Quanto as armaduras, têm-se as recomendações:
“4.4.2.1.4 No caso de telas de fio de aço, o diâmetro dos fios não deve ser inferior a 0.56 mm,
nem superior a 3.0 mm.
 
4.4.2.1.5 No caso de telas de aço expandidas. a espessura das Iâminas não deve ser interior a
0.30 mm. nem superior a 1.60 mm.
 
4.4.2.1.6 A maior dimensão das malhas das telas de aço empregadas em argamassa armada não
deve ser superior a:
 
a) 50 mm no caso de telas de aço soldadas.
 
b) 25 mm no caso de telas de aço tecidas.
 
c) 38 mm no caso de telas de aço expandidas."
 
 
5. RELATORIO SERLA “OBRAS DE CONTENÇÃO DE MARGENS
DE RIOS E A ARGAMASSA ARMADA”
 
Em 1987, a engenheira Anna Margarida Maria da Costa Couto e Fonseca. então diretora da
Divisão de Solos e Estruturas da SerIa-Superintendência Estadual de Rios e Lagoas da Secretaria
de Obras e Meio Ambiente do Estado do Rio de Janeiro, foi solicitada a examinar a conveniência
do emprego da argamassa armada como revestimento estrutural de cursos d’agua na Baixada
Fluminense e em São Gonçalo. Após estudar o assunto, Anna Margarida fez um estudo
comparativo dos diversos tipos de estruturas utilizados pela Serla para a canalização de rios e
elaborou o relatório "Obras de Contensão de Margens de Rios e a Argamassa Armada" [2] cujas
principais assertivas estão resumidas a seguir:
 
Os projetos devem ser adequados a cada local, considerando a ocupação das margens e o tipo de
solo ocorrente, atendendo as exigências de economia e de durabilidade. A estabilidade da obra
será garantida pelo respeito aos fatores de segurança inerentes a cada tipo de estrutura. A
durabilidade dependerá da resistência dos materiais quanto a agressividade química e biológica
das águas, em geral muito poluídas. Nas estruturas em concrete armado. o concreto deve ser
executado com fator água-cimento o mais baixo possível para apresentar a máxima densidade e,
se necessário. devem ser utilizados cimentos especiais e aditivos. O cobrimento mínimo da
armadura recomendado pelas diversas normas é de 40 mm. As estruturas devem possuir um
mínimo de
massa para terem inércia suficiente para resistir ao impacto direto de cargas e do trânsito das
máquinas utilizadas na limpeza dos cursos d’agua.
 
No caso dos canais abertos de seção retangular com estrutura em forma de "U" do concreto
armado. os fatores de segurança são:
 
pressão admissível no terreno de fundação;
consideração do efeito de subpressão no caso de deficiência de drenagem;
dimensionamento das armaduras, principalmente quanto ao momento fletor nos nós.
 
A hipótese de carregamento que prepondera no cálculo dos esforços para o dimensionamento da
estrutura corresponde ao empuxo de terra atuando horizontalmente nas paredes verticais, estando
o canal vazio e as margens suportando uma carga variável vertical e uniforme. conforme mostra
a figura 3.
 
 
 
A estrutura em “U", constituída por peças pré-fabricadas de argamassa armada utilizada como
revestimento estrutural de curso d'agua. deve resistir aos mesmos carregamentos indicados
acima.
 
As principais vantagens deste sistema são o pequeno peso das peças, facilitando o manuseio e a
montagem sem necessidade de maquinário, e a possibilidade de execução mais rápida da obra.
Entretanto alguns problemas técnicos foram observados:
 
a) deficiência na materialização do engaste por encunhamento da peça da parede na peça do
fundo: sem o engastamento, a estrutura se transforma em mecanismo instável;
 
b) deficiência quanto a durabilidade, pois as peças não apresentam cobrimento adequado a
proteção das armaduras contra a corrosão;
 
c) não foi apresentada metodologia de cálculo da estabilidade interna das peças;
 
d) falha quanto a drenagem interna do terreno marginal. porque os geotêxtis de filamentos
multidirecionados são adequados como filtro para materiais granulosos, mas no caso de solos
argilosos pode haver colmatação progressiva por material ferroso, sendo necessário prever uma
camada de material granuloso entre o solo e a manta para garantir a eficiência do funcionamento
do filtro;
 
e) o alto teor de cimento na argamassa pode causar microfissuração interna por retração,
provocando tensões internas com diminuição da resistência e facilitando a corrosão das
armaduras.
 
Nas conclusões do relatório consta que as peças de argamassa armada. empregadas em estruturas
de canais com altura de margem superior a 1 m. não estão dimensionadas para resistir aos
esforços a que estão submetidas e não apresentam durabilidade por falta de resistência aos
choques das maquinas utilizadas na limpeza de rios e canais, por deterioração do material em
face da agressividade das aguas e pelo aumento da pressão hidrostática nas paredes causado pela
diminuirão, ao longo do tempo, da eficiências da drenagem interna.
 
O relatório fotográfico que ilustra o trabalho, realizado em junho de 1987. mostra os problemas
ocorridos com uma canalização em Vilar dos Teles, todos semelhantes aos ocorridos com a
estrutura do canal do rio Born Pastor.
 
 
6. AVALIAÇÃO DO DIMENSIONAMENTO DA SEÇÃO DO NÓ
 
Considerando o empuxo de um solo não coesivo (c=0) com angulo de atrito interno de 30° e
peso específico de 18 kN/m³, com a atuação de uma carga variável de 10 kN/m² na superfície do
terreno, os valores característicos dos esforços na seção do nó para 0,45 m de comprimento de
canal (largura das peoas pré-fabricadas) são:
 
Momento fletor: Mk = 6.59 kNm
Cortante: Vk= 8.39 kN
 
Considerando aço da categoria CA50 e fck=20 MPa (valor presumido), o dimensionamento a
flexão conduz aos seguintes resultados:
para a área de armadura tracionada na peça vertical da parede (ver figura 4)
As = 1.14 cm² (menor do que As,exist = 1.57 cm²)
 
 
no caso da peça horizontal do fundo o momento fletor comprime a alma (ver figura 5), o
que resulta na necessidade de armadura dupla. sendo:
 
As' = 1.14 cm² (comprimida)
As = 1.30 cm² (tracionada)
 
 
Os fios da malha de aço dispostos em posição vertical na alma da peoa de fundo não envolvem
as barras comprimidas de modo a evitar sua flambagem lateral.
 
A armadura de cisalhamento calculada para a alma da peça vertical é da ordem de 1.34 cm²/m.
sendo a tensão cisalhante de cálculo de aproximadamente 2 MPa.
 
 
 
 
 
 
 
 
 
7. CONCLUSÕES
 
O colapso da estrutura de canalização do rio Bom Pastor ocorreu devido ao empuxo d‘agua das
chuvas atuando de fora para dentro do canal e pode ser explicado pela ineficiência da ligação,
feita através de simples encaixe apertado por cunhas de alumínio, das peoas verticais nas
horizontais.
 
Para evitar o desmoronamento do restante da estrutura, foram instaladas escoras no topo do
canal, provisórias de madeira ou definitivas de argamassa armada.
 
A definição da “material argamassa armada", constante da norma NB-1259, exige que as peças
tenham pequena espessura (até 40 mm) e que sejam armadas de maneira difusa, ou seja, a
armadura deverá ser constituída por fios de aço de pequeno diâmetro (até 3.0 mm) ou por
lâminas de aço de pequenaespessura (até 1.6 mm) e distribuídas ao longo de toda a seção
transversal da peça. Em consequência desta definição, o material argamassa armada não é
adequado, do ponto de vista técnico, para resistir aos esforços de flexão e de cisalhamento que
solicitam as vigas e as lajes das estruturas típicas de concreto armado. porque será necessário
concentrar armaduras de aço com diâmetro muito superior a 3.0 mm em posições de máxima
excentricidade na seção transversal da peça. conforme mostra a figura 6.
 
Como o cobrimento adotado nas peças de argamassa armada é da ordem de 5 mm, muito abaixo
dos valores especificados para o concreto armado, a durabilidade da obra estará seriamente
comprometida pela facilidade de corrosão das armaduras. Não há controle de qualidade que
permita garantir ao longo de toda a peça uma espessura de cobrimento de apenas alguns
milímetros, daí a obrigatoriedade de considerar o acréscimo do valor da tolerância na espessura
final do cobrimento. Os valores pequenos especificados na NB-1259 para o cobrimento da
armadura nas peças de argamassa armada se referem aos casos de ambiente não agressivo e
devem ser acrescidos das tolerâncias de execução, senão serão insuficientes para assegurar a
proteção das armaduras contra a corrosão.
 
 
BIBLIOGRAFIA
 
1. Associação Brasileira do Normas Técnicas. (1989). Projeto e execução de argamassa armada-
NB-1259, ABNT. Rio de Janeiro. Brasil.
 
2. Fonseca AMMCC, Obras de Contenção de Margens de Rios e a Argamassa Armada. Serla,
(1987). Rio do Janeiro. Brasil. 44 páginas.
 
 
 
 
 
 
 
CAPÍTULO 5
 
 
A IMPORTÂNCIA DA CORRETA CONSIDERAÇÃO DO PESO PRÓPRIO NO
PROJETO DE ESTRUTURAS
 
 
1. INTRODUÇÃO
 
A excessiva confiança que alguns engenheiros, construtores e mestres-de-obra depositam em sua
experiência e competência profissional pode vir a se tornar bastante perigosa, principalmente
quando se trata da execução de empreendimentos de grande porte.
 
O relato que segue diz respeito a uma obra situada no Nordeste do país. constituída por uma
estrutura em arco, de grande vão, em que a retirada prematura do escoramento, pelos motivos
anteriormente mencionados, quase acarreta um grave acidente, e que poderia ter acontecido, na
realidade, por uma falha ocorrida ainda na fase de projeto.
 
 
2. APRESENTAÇÃO DO PROBLEMA
 
 O empreendimento em questão é composto por dois armazéns geminados, em cobertura curva,
cada um com vão livre de 74 metros e 29 metros de pé-direito, possuindo uma extensão total de
186 metros. conforme ilustrado na foto 1.
 
 
 
A estrutura de cada arco era constituída por segmentos pré-moldados (ver figura 1) apoiados
provisoriamente por um escoramento tubular provido de rodízios, especialmente projetado para
poder ser deslocado com facilidade e incrementar a velocidade executiva da obra, Estes
segmentos pré-moldados eram colocados sobre o escoramento, em obediência a um gabarito
detalhado pelo projeto estrutural, sendo em seguida executadas, “in loco”, as luvas de
concretagem entre os diversos elementos, constituindo-se então a estrutura final em arco.
Faz-se importante mencionar que em sua fase inicial de funcionamento os arcos foram projetados
como triarticulados (isostáticos, portanto,) para melhor acomodarem as deformações e
consequentes esforços preliminares devidos a atuação do peso próprio (a exemplo dos
procedimentos adotados pelo engenheiro Emilio Baumgart na autoria de importantes e pioneiros
projetos de pontes e outras estruturas em arco).
 
 
 
A filosofia executiva previa, função dos escoramentos rolantes projetados, a confecção dos arcos
aos pares, após ter-se construído independentemente o arco da empena. o qual apoiava-se em
inúmeros pilares, conforme se pode observar na representação esquemática ilustrada pela figura
2.
 
 
Executados inicialmente os três arcos adjacentes e colocadas as placas pré-moldadas de
cobertura, o comportamento do arco mais próximo da empena (0 central) estava em condições de
ser testado, pois já contava, praticamente, com a carga total de projeto, uma vez que suportava as
placas de cobertura de ambos os lados.
 
A orientação recebida pelo engenheiro chefe da obra, por parte do projetista estrutural, era de que
deveria ser proporcionado um afrouxamento do escoramento, antes de sua total retirada, para se
poder verificar o comportamento geral da estrutura com tal envergadura.
 
Afrouxado o escoramento, verificou-se que os arcos teimavam em permanecer apoiados no
mesmo.
 
O engenheiro chefe da obra, que possuía muita “Bagagem” profissional, depositando total
confiança em seu trabalho e no de seus comandados, deu ordem para se abaixar ao máximo o
escoramento, deslocando-o em seguida. Naquele memento, provavelmente, não lhe passava
sequer pela cabeça poder ter havido uma falha de projeto. Atônito, verificou que os arcos se
deformavam, embarrigando perigosamente!
 
Rapidamente, informou então aos proprietários da empresa construtora a anomalia, que
prontamente contataram a firma de projeto, na qual o primeiro autor é consultor, comunicando-
lhe a ocorrência. Este solicitou que fosse imediatamente reposto o escoramento dos arcos e que
se aguardasse sua chegada para análise conjunta do problema.
 
Chegando-se ao local e tomando-se conhecimento detalhado do que havia acontecido,
recomendou-se manter os arcos escorados até se poder analisar todas as possíveis causas do
comportamento anômalo apresentada pela estrutura.
 
Analisado o projeto do arco, verificou-se que o projetista havia considerado em seus cálculos
uma carga uniformemente distribuída, como mostrado na figura 3, em que o valor contemplava,
corretamente, a intensidade do carregamento, apenas para a seção central do vão. Não havia sido
levado em conta, portanto, o acréscimo de carga correspondente a curvatura do arco, que, na
realidade, estaria sujeitando-se a um carregamento com o aspecto indicado na figura 4.
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Como as coordenadas originais dos eixos dos arcos haviam sido determinadas baseando-se no
carregamento uniforme, as mesmas tiveram que ser recalculadas à luz do carregamento correto.
Comparadas as anteriores, verificou-se que a curvatura de cada elemento pré-moldado não sofria
variação sensível o que estes elementos poderiam ser integralmente aproveitados.
Todas as armaduras, inicialmente adotadas nas peças pré-moldadas e nas rotulas (ver figura 1),
não sofriam majoração apreciável, permitindo que, desta forma, tais elementos fossem de fato
utilizados, em atendimento a nova geometria.
 
Para se conduzir o eixo de um arco a sua nova posição bastaria se cortar o concreto executado no
local (Iuvas). reposicionando-o de acordo com as novas coordenadas. calculadas e enviadas para
a obra, procedendo-se em seguida a outras concretagens "in loco”.
 
Agindo-se desta maneira, conseguiu-se controlar de forma satisfatória o problema das
deformações ocorridas, obtendo-se pleno êxito executivo no restante da construção.
 
 
 
 
 
 
 
 
3. CONCLUSÕES
 
Acredita-se que os fatos anteriormente descritos encerram mensagens importantes tanto para
projetistas quanto para construtores.
 
Aos primeiros pelo fato de que, em determinadas circunstancias (obras de vulto e/ou pioneiras),
não cabem simplificações de cálculo muitas vezes adotadas em pequenos projetos. No presente
caso, além de se ter uma estrutura de grande vão e sistema construtivo ainda bastante recente no
país, deparava-se com um arco não muito abatido, impondo-se, portanto, a correta consideração
de seu peso próprio e das placas de cobertura. que nele se apoiavam.
 
Aos construtores, mesmo os mais experientes, que advoguem sempre a prudência em suas
metodologias construtivas, não permitindo que a vaidade ou o orgulho profissional furte-lhes a
visão da segurança do empreendimento como um todo (meios e fins). Na situação explanada, o
engenheiro construtor não precisaria ter corrido o enorme risco que correu ao ordenar a retirada
total do escoramento. Se em tal momento tivesse vislumbrado a possibilidade de o erro existir,
não em seus próprios procedimentos,mas sim nos de outros, certamente não teria do que se
arrepender ou sofrer críticas.
 
A história tem demonstrado através dos anos que grandes ensinamentos advêm dos erros
cometidos, com ou sem graves consequências, e quão grande são em geral os homens que
possuem a humildade de admitir suas próprias falhas. de forma a corrigi-las ainda a tempo de
evitar um prejuízo maior. Na realidade o reconhecimento do erro torna-se uma grande virtude no
atalho que se toma rumo a uma pretensa perfeição.
 
 
BIBLIOGRAFIA
 
1. Associação Brasileira da Construção industrializada. Manual Técnico do Pré-Fabricados do
Concreto, São Paulo. 1987.
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
CAPÍTULO 6
 
 
O COLAPSO DE UM SILO DE AÇO PARA ARMAZENAMENTO DE CLÍNQUER
 
 
1. INTRUDUÇÃO
 
Ao se relatar este caso, deseja-se apenas focalizar a importância da verificação de todos os
detalhes de um projeto. em todas as suas etapas. sejam elas na prancheta (ou atualmente no
CAD) ou nas diversas fases de execução da obra. No caso das construções metálicas esta atenção
aos detalhes torna-se extremamente importante. Por ser um sistema tipicamente industrializado,
até chegar à entrega da obra a construção metálica passa por diversas fases, nas quais as atenções
e verificações devem ser acuradas.
 
O projetista-calculista deve ter muita atenção no cálculo das cargas atuantes e no
dimensionamento das seções e dos sistemas de ligação. Compete a ele traduzir o projeto básico,
executando todos os detalhes necessários a fabricação dos elementos estruturais, verificando sua
conformidade com os dados do calculista e com as normas de desenho, convenções e anotações.
O responsável pela execução ou fabricação das estruturas e sua equipe devem verificar esta
conformidade e alertar quando algo Ihe parecer irregular. Finalmente, o responsável pela
montagem, além de executa-la de acordo com as instruções recebidas da fábrica e com os
desenhos e informações do projeto, deve ainda acusar qualquer sentimento de situação anômala.
 
A obra chega a um bom final quando todos estão atentos e trabalham como uma orquestra bem
afinada. Apesar de cada um tocar um instrumento diferente, se um desafinar chama a atenção do
outro.
 
O caso em questão trata da construção de dois silos com estrutura de aço para armazenamento de
clínquer, matéria-prima para a produção de cimento.
 
O cliente, uma conhecida empresa estatal, estava em 1975 voltado para a construção de uma
série de barragens para usinas hidroelétricas ao longo do rio Tietê, em São Paulo. Como o
consumo de cimento seria muito grande, houve necessidade de instalar uma usina própria para
atender as obras, com a consequente construção de grandes silos para armazenamento dos
materiais componentes do concreto. Considerando o número de barragens a serem construídas. o
cliente tinha uma exigência básica: os silos deveriam ser desmontáveis e remontáveis, para que,
quando terminada a construção da primeira barragem, os mesmos pudessem ser transferidos para
a segunda. e assim sucessivamente.
 
 
 
 
 
 2. DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA
 
Para permitir o seu reaproveitamento, os silos deveriam ser totalmente parafusados, não somente
nas estruturas de suporte (colunas e complementos), mas especialmente no próprio corpo do silo,
constituído por chapas formando uma parte cilíndrica vertical central e duas partes cônicas, uma
no fundo e outra na cobertura do silo.
 
Não será necessário ressaltar a necessidade de precisão dos desenhos de execução, que
localizavam quase 20 mil furações a serem feitas nas chapas, para coincidirem entre si, e
receberem os parafusos de ligação, ligando chapas sobrepostas. Se isso já não era simples no
corpo cilíndrico, pode-se imaginar a complexidade para as partes cônicas. Cumpre notar que na
época dessa obra não se contava com os modernos equipamentos e programas de informática
(AutoCad, Revit). Os desenhos eram executados na prancheta, utilizando-se lápis ou nanquim,
régua e compasso. No máximo os desenhistas eram auxiliados por um tecnígrafo e uma
calculadora elétrica. Não obstante, o dimensionamento foi perfeito e todos os furos resultaram
coincidentes e permitiram a montagem sem problemas.
 
As principais características da estrutura dos silos. mostradas na figura 1, são as seguintes:
 
Diâmetro do corpo cilíndrico ..................................................................... 9,00 m
Altura do corpo cilíndrico .......................................................................... 9,11 m
Altura do cone superior (tampa) ............................................................... 3,57 m
Altura do cone inferior (de descarga) ........................................................ 5.40 m
Altura da boca de descarga no vértice do cone inferior ............................ 4,00 m
Altura total de cada conjunto .................................................................. 22,08 m
Volume do silo .......................................................................................... 770 m³
Densidade do clínquer ............................................................................. 1,3 t/m³
Capacidade do silo ................................................................................... 1.000 t
 
O sistema de sustentação é formado por seis colunas em perfis I, com altura de 9.40 m do piso
até a interseção do cone inferior com o cilindro.
 
O sistema de contravento para estabilidade do conjunto é constituído por um cintamento
poligonal em perfis I laminados, aproximadamente a 1/3 da altura, e por contraventos em
cantoneiras cruzadas, parafusadas em chapas fixadas nos eixos das colunas e abrangendo 2/3 da
altura superior das colunas.
 
Os acessórios necessários para a operação do silo são: as escadas de marinheiro para acesso a
boca de visita no cone superior, a tubulação de carregamento e o flange de descarga no vértice do
cone interior.
 
0 cilindro é constituído por oito faixas de chapas com 1,20 m de altura e 4 m de comprimento
cada uma, curvadas em calandras, com raio de 4.5 m. Todas as chapas têm suas bordas
horizontais sobrepostas para serem emendadas e são unidas por cobrejuntas no sentido vertical.
 
O calculo determinou parafusos de ½” com espaçamento de 100 mm entre eixos e furos para
todas as emendas das chapas do cilindro, o mesmo processo tendo sido utilizado para as emendas
das chapas dos cones.
 
Na transição entre o cone inferior e o corpo cilíndrico foi projetado um anel circular em chapas
reforçadas por nervuras, o qual se apoia no topo das colunas em seu centro de gravidade,
recebendo as reações das paredes do cilindro e as ligações das chapas do cone inferior. Os
parafusos de ligação do cone inferior com o citado anel foram calculados para distribuir toda a
carga proveniente do silo carregado, uma vez que não se poderia contar com o atrito do material
nas paredes do cilindro. Em consequência, estes parafusos foram previstos com diâmetro de ¾”
(S = 2.85 cm² ou cerca de 125% maior do que a seção dos parafusos de ½”, com 1.27 cm²).
 
Assim constou no relatório de cálculo e nos desenhos do projeto básico.
 
 
3. O ACIDENTE
 
Os dois silos estavam totalmente montados e a unidade começara a entrar em operação. Um dos
silos foi carregado com cerca de 60% de capacidade e no outro foi completado o enchimento a
100%. Em certo momento, numa sequência rápida e ruidosa, o fundo cônico do silo cheio se
desprendeu totalmente do anel que se apoiava sobre as colunas, caindo praticamente inteiro,
rompendo-se e amassando-se quando atingiu o solo (ver foto 1). Concomitantemente, o material
pulverulento caiu, desprendendo-se do cilindro. Um efeito de pistão criou vácuo interno dentro
do cone e danificou toda a parede do silo (ver fotos 2 e 3). No entanto, o cilindro, mesmo
deformado, não se soltou do anel de sustentação. O cone superior continuou intacto, apenas se
amassando quando repuxado pelo cilindro que desabou (ver fotos 4 e 5). Os parafusos que
ligavam as chapas do cilindro e do cone superior não se quebraram. O conjunto todo não se
rompeu, mas ficou totalmenteamassado, encolhendo e enrugando por efeito da sucção
provocada pelo movimento do material que, ao cair, provocou o vácuo interno.
 
 4. A ANÁLISE DO PROBLEMA
 
Surpreendida pela ocorrência, tão logo soube do fato, mesmo ainda sem maiores detalhes, toda a
equipe técnica responsável pela empresa fabricante e montadora dos silos passou a pesquisar as
possíveis razões do acidente.
 
Foram examinados os cálculos estruturais que estavam totalmente corretos.
 
 
 
 
 
Foram pesquisados os materiais empregados e as dimensões das chapas e dos perfis, e tudo
estava em perfeita conformidade com o projeto. Em certo momento, surpreendentemente, ao
serem examinados os desenhos de detalhes e as respectivas anotações e listas de materiais,
verificou-se uma grave ocorrência: por um engano, o desenhista, em vez de escrever “parafusos
de ¾” A 325" para designar os parafusos da ligação do cone inferior com o anel, escreveu
parafusos de ½” iguais para todas as ligações, valor que estava especificado somente para as
ligações das chapas do cilindro e dos cones.
 
O incrível nesse caso foi que a falta desta necessária anotação passou desapercebida pelo
calculista que examinou o desenho. Passou normalmente pelo setor de fabricação, que
obedecendo ao desenho e as listas de materiais, executou toda a furacão das chapas para
parafusos de ½”. Como se tratava de milhares de furos, os poucos furos que deveriam ser de ¾”
e que correspondiam a cerca de 10% apenas do total, passaram desapercebidos, sem causar
estranheza ao pessoal, apesar de sua prática. Na montagem, apesar também da experiência da
equipe montadora, como o anel tinha três fileiras de parafusos, não foi posto em dúvida ou
questionado se os desenhos estariam enganados. Para eles. tudo era parafuso de ½”.
 
O acidente foi imediatamente levado ao conhecimento da direção da empresa cliente. A empresa
executora dos silos, reconhecendo sua responsabilidade, imediatamente se prontificou a reparar
os mesmos, de início construindo um novo silo para substituir o silo acidentado, com aplicação
dos parafusos corretos. No silo que não havia caído foi preciso desmontar toda a estrutura, pois
para a furação de ¾” o espaçamento existente era inconveniente, tendo sido, portanto, necessário
reconstruir o anel para permitir nova furação. O silo acidentado foi sucateado.
 
 
5. CONCLUSÃO
 
O presente caso mais uma vez mostra a importância de um pequeno detalhe (a falta de anotação
correta no corpo do desenho original, por falha humana). Mostra também a necessidade da
cuidadosa verificação de todos os pontos do projeto, e o cuidado que se deverá ter especialmente
com as “exceções”. No caso, num total de cerca de 8.000 parafusos, apenas cerca de 800 não
seriam de ½”, mas esses 10% eram os responsáveis para suportar toda a carga vertical do
material. E este detalhe não foi percebido por uma série de pessoas, engenheiros, projetistas,
desenhistas e executores, todos eles competentes e experientes, mas que não viram “o pequeno
engano" do desenhista que executou o desenho de detalhe. Cumpre notar que em todo o resto da
construção não se encontrou defeito. As colunas continuaram perfeitas, o anel não se deformou,
as chapas não se soltaram. apenas se amassaram como um conjunto homogéneo. Salvo o erro de
diâmetro para essa minoria de parafusos, todo o projeto estava perfeito.
 
Esse engano do desenhista, que puxou a linha das responsabilidades, certamente foi involuntário,
e apenas lhe causou um grande constrangimento. Os demais envolvidos no processo tiveram a
justificativa de que obedeciam ao desenho e, portanto, apenas se solidarizavam com os
constrangimentos.
 
No final da linha, o responsável final, diretor e proprietário da empresa, arcou com todos os
prejuízos. Os prejuízos materiais, pela reconstrução do silo, pela indenização dos materiais
perdidos e ainda pelos lucros cessantes causados em função da falta do equipamento necessário a
obra. Mas talvez pior do que isso, arcou com o prejuízo moral de ter sua empresa causado tantos
aborrecimentos e inconvenientes ao cliente. Esse, devidamente ressarcido, exteriorizou sua
“compreensão” pelo ocorrido e apresentou seus “agradecimentos pelas providências da
empresa”.
 
Mais uma vez, repetimos, uma simples falta pode ocasionar um grande desastre. A simples falta
de anotação num desenho, portanto um simples detalhe, foi o estopim de um desastre com todas
as suas consequências, mas que felizmente não causou vítimas pessoais.
 
 
 
 
 
 
CAPÍTULO 7
 
 
ACIDENTES POR FALTA DE DURABILIDADE E DE ROBUSTEZ COM ABRIGOS DE
ARGAMASSA ARMADA EM PONTOS DE ÔNIBUS
 
 
1. INTRODUÇÃO
 
A argamassa armada vem sendo difundida em vários países nas últimas décadas e é normalmente
utilizada em peças de pequena espessura. cujo comportamento principal é o de casca ou chapa.
As pequenas espessuras permitem executar peças leves que podem ser transportadas
manualmente, ideais para a pré-fabricação de estruturas situadas em locais de difícil acesso ou
com pouco espaço disponível para a movimentação de maquinas e de equipamentos de
montagem.
 
A primeira vez que examinamos um abrigo para ponto de ônibus construído em argamassa
armada ocorreu em 1985. quando visitamos a chamada “Fabrica de Escolas", usina de pré-
fabricação de peças de argamassa armada em funcionamento na Avenida Presidente Vargas,
principal via de acesso a área central da cidade do Rio de Janeiro.
 
Ao longo dos anos que se seguiram várias centenas deste tipo de abrigo foram instaladas na
cidade e, ao vistoriar algumas dezenas destas estruturas, podemos verificar que a corrosão das
armaduras estava provocando sua deterioração prematura.
 
Quanto a estética, não há o que questionar pois os abrigos dão uma sensação de leveza bastante
agradável visualmente (ver figura 1). Sob os pontos de vista estrutural e funcional, no entanto.
eles possuem uma série de inconvenientes. descritos em seguida.
 
No fim da tarde do dia 4 de dezembro de 1992 dois abrigos da Praça Barão de Drummond, no
bairro de Vila Isabel, foram derrubados pelo impacto do espelho retrovisor da lateral direita de
um ônibus que se aproximou demasiadamente do meio-fio ao estacionar no seu ponto de parada.
O abrigo que recebeu diretamente o impacto desmoronou de modo imediato, mas felizmente não
causou vítimas pois sua cobertura permaneceu apoiada parte no ônibus e parte no abrigo vizinho
que, com o choque também ficou inutilizado. O ônibus sofreu pequenas avarias e continuou
circulando normalmente.
 
Nas numerosas vistorias encontramos em vários locais da cidade restos de abrigos destruídos ou
seriamente avariados.
 
 
 
 
 
 
2. DESCRIÇÃO DA ESTRUTURA D0 ABRIGO
 
Como não foi possível obter os desenhos e a Memória de Cálculo do projeto estrutural do abrigo
para ponto de ônibus, a descrição da estrutura será feita de modo aproximado com base nas
medições e nas observações feitas no curso das vistorias realizadas (ver figura 1).
 
A estrutura do abrigo é formada por duas peoas pré-fabricadas em argamassa armada:
 
a) uma cobertura em forma de marquise retangular medindo em planta 2,0 m de largura por 4.2
m de comprimento, formada por um tubo cilíndrico vazado com 3,5 cm de espessura e 32 cm de
diâmetro externo, dotado de dois pinos, no qual se engastam oito nervuras invertidas, de altura
variável de 2,5 cm no bordo livre para 30 cm no engaste e de espessura constante igual a 2,5 cm,
que por sua vez apoiam sete painéis de laje contínuos e com 2,5 cm de espessura;
 
b) um pilar com 2,0 m de altura e de seção transversal com o formato de um “E". dotado no seu
topo de uma garra circular com dois orifícios de seção quadrada.
 
A marquise é “engastada” no topo do pilar por meio do encaixe dos pinos do cilindro nos
orifícios da garra do pilar, o aperto desta ligação sendo feito por meio da introdução de cunhas
metálicas.
 
 
 
3. OBSERVAÇÕES FEITAS NAS VISTORIAS
 
 3.1) Deterioração prematura
 
Ao examinar as estruturas verificamos uma insuficiência generalizada de cobrimento da
armadura e o emprego de barras de aço de diâmetrogrosso (de 10 a 12.5 mm) em peoas de
espessura da ordem de 30 mm (foto 1). A fissuração e o descolamento de argamassa de
cobrimento são sistemáticos: ocorrem em todas as estruturas e nas mesmas posições, como é o
caso das fissuras em diagonal que se abrem sempre nas quinas da laje de cobertura (foto 2).
 
Nas proximidades do furo deixado para encaixe da luminária, a laje de cobertura apresenta
fissuras paralelas ao lado menor da marquise, com manchas de infiltração de águas pluviais (foto
3).
 
A armadura negativa de diâmetro mais grosso disposta ao longo da face superior das nervuras
invertidas está aparente em vários trechos devido ao descolamento da camada de cobrimento
(foto 4).
 
O dispositivo de fixação da cobertura no topo do pilar apresenta deterioração acentuada,
sobretudo na garra circular, onde a argamassa está parcialmente esfacelada em torno dos orifícios
de encaixe. deixando a mostra a armadura grossa (fotos 5 e 6).
 
O pilar em argamassa armada dispõe nos seus cantos de armaduras longitudinais de diâmetro da
ordem de 12.5 mm e de armaduras finas, em forma de malha de aço soldada, distribuídas ao
longo de suas paredes (foto 7).
 
3.2) Desmoronamento por impacto acidental
 
O abrigo da Praça Barão de Drummond desmoronou devido ao impacto do espelho retrovisor de
um ônibus numa das quinas do bordo livre da cobertura próximo ao meio-fio (foto 8). Este
impacto de pequena monta danificou pouco o local atingido (foto 9) mas foi suficiente para
provocar a ruptura brusca do pilar fortemente solicitado a torção (foto 10).
 
As armaduras grossas longitudinais do pilar saltaram para fora da argamassa, havendo nelas
sinais de corrosão (foto 11).
 
A cobertura do abrigo acidentado foi de encontro a cobertura do abrigo vizinho, que também se
partiu com o choque (foto 12).
 
Há sinais de corrosão nas armaduras negativas das nervuras invertidas da cobertura nos trechos
em que ficaram expostas devido a expulsão do pequeno cobrimento, locais onde foi aplicada
argamassa comum de cimento e areia na tentativa de recompor o cobrimento perdido (foto 13).
 
A garra circular do topo do pilar apresenta-se muito deteriorada, com esfacelamento de partes da
argamassa e forte corrosão das armaduras (foto 13).
 
O cilindro da cobertura não está bem encaixado no dente de apoio existente na garra circular do
pilar. tendo a folga sido preenchida com argamassa (foto 14).
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
4. DEFINIÇÃO DO MATERIAL ARGAMASSA ARMADA
 
Na norma NB-1259 Projeto e execução de argamassa armada [1], publicada pela ABNT em
novembro de 1989. constam as seguintes definições:
 
“ARGAMASSA — mistura homogénea composta de cimento Portland, agregado miúdo e água,
podendo eventualmente conter adições e aditivos que melhorem suas propriedades".
 
“PEÇA DE ARGAMASSA ARMADA — aquela de pequena espessura (máximo de 40 mm).
composta de argamassa e armaduras de telas de aço do malhas de abertura limitada (diâmetro até
3 mm, espaçamento até 5 cm), distribuída em toda a seção transversal”.
 
“COBRIMENTO — a espessura nominal do cobrimento, respeitadas as tolerâncias de execução
de +- 2 mm, não deve ser interior a: 4 mm, no caso de peças em ambientes protegidos: 6 mm, no
caso de peças em ambientes não protegidos. Medidas especiais devem ser tomadas no caso de
pegas em ambientes agressivos".
 
“TIPOS DE LIGAQAO — para consideração dos diversos tipos de ligação aplica-se, em geral, o
disposto na NB-949 [2]. Tipos especiais de ligação de peças pré-moldadas de argamassa armada
devem ser verificados quanto a suas eficiências, qualidade e durabilidade, por meio de
procedimentos analíticos ou experimentais".
 
 
5. DURABILIDADE DAS ESTRUTURAS DE CONCRETO ARMADO
 
A argamassa armada se diferencia do concreto armado apenas por algumas particularidades: não
contém agregado graúdo, o consumo de cimento é da ordem do dobro do usado comumente no
concreto, a espessura das peoas não deve exceder 40 mm e sua armadura de aço deve ser em
forma de malha fina distribuída ao longo da peça, Argamassa armada e concreto armado
constituem, portanto, materiais de mesma natureza e as considerações sobre durabilidade e
robustez feitas a seguir se aplicam a ambos com pequenas adaptações.
 
As estruturas em concreto armado devem ser projetadas, construídas e utilizadas de modo que,
nas condições ambientais existentes. possam manter ao longo da VIDA UTIL (período de tempo
esperado. da ordem de 50 anos. sem requerer gastos de conservação ou de recuperação muito
superiores aos gastos previstos no plano de manutenção preventiva). A vida útil da estrutura
depende do comportamento não só dos elementos estruturais como também dos elementos não
estruturais, ambos os tipos de elementos devendo ser considerados nas fases de projeto, de
construção e de utilização da obra.
 
Para garantir a durabilidade é preciso considerar o meio ambiente do local em que será
constituída a estrutura, assim como os materiais de construção disponíveis e as praticas
construtivas comumente adotadas na região da obra. As propriedades decisivas para evitar a
deterioração do concreto armado residem na espessura do cobrimento da armadura e na boa
qualidade do concreto, que deve ter baixos índices de permeabilidade, de porosidade e de
difusão. Os mecanismos principais de deterioração são a corrosão do aço e a degeneração do
concreto devido a reações álcali-sílicas e a ataques químicos, como por exemplo dos sulfates. A
presença de água e de sais é o fator mais influente no processo de deterioração. Os cloretos,
misturados ao concreto fresco ou penetrando posteriormente através da superfície do concreto,
provocam pontos localizados de corrosão da armadura. O projeto deve garantir que o fenômeno
de transporte das substâncias agressivas possa ser mantido
sob controle.
 
A vida mil de uma estrutura pode ser dividida em duas fases (ver figura 2):
 
FASE DE INÍCIO DE DETERIORAÇÃO — apesar de nesta fase não haver sinais de
enfraquecimento da estrutura, algumas barreiras protetoras são quebradas pelo meio agressivo,
podendo ocorrer carbonatação ou penetração de cloretos e acumulação de sulfatos, processo as
vezes acelerado pela alternância entre molhamento e secagem do concreto.
 
 
 
FASE DE PROPAGAÇÃO DA DETERIORAÇÃO - nesta fase ocorre a corrosão das armaduras
e a deterioração progride com rapidez até extinguir a vida útil da estrutura.
 
A estratégia do projeto deve consistir em selecionar detalhes construtivos e medidas que
assegurem a vida mil pretendida, levando em consideração as condições ambientais, alongando
ao máximo o período de iniciação e diminuindo a taxa de deterioração. O projeto deve considerar
detalhes que aumentem a autoproteção e a resistência da estrutura contra a ação deletéria do meio
ambiente. as medidas mais importantes sendo as seguintes:
 
SELEÇÃO DA FORMA ESTRUTURAL — a forma da estrutura tem influência decisiva na
interação entre o concreto e o meio ambiente. Quanto mais complexa for a forma da estrutura
maior será sua sensibilidade a deterioração, provocando encurtamento da vida útil e maiores
gastos de manutenção. Quando a relação entre a área da superfície exposta e o volume de
concreto cresce, aumenta o risco de penetração de substancias prejudiciais ao concreto em
quantidade suficiente para iniciar a deterioração do concreto e da armadura.
 
COBRIMENTO DA ARMADURA — a boa qualidade do concreto, em especial da camada mais
externa que envolve as armaduras (cobrimento) protege o aço contra a corrosão causada pela
ação agressiva dos líquidos e gases provenientes do ambiente. O cobrimento nominal “Cnom” a
ser adotado no detalhamento do projeto é a soma do valor do cobrimento mínimo “Cmin", que
aumenta com o grau de agressividade do ambiente, com o valor de tolerância igual a 10 mm nos
casos gerais e no mínimo igual a 5 mm. Quanto a agressividade ambiental (ação física e química
sobre o concreto) o Código Modelo CEB-FIP 1990[3] indica as “Classes de Exposição",
considerando o microambiente (ambiente na vizinhança do ponto considerado na