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Dimensionamento de estruturas de concreto armado em situação de incêndio. Métodos tabulares apresentados em normas internacionais.

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Dimensionamento de estruturas de concreto armado em situação de

incêndio. Métodos tabulares apresentados em normas internacionais.

Carla Neves COSTA(1); Valdir Pignatta e SILVA(2) (1)

Engª Civil, M.Sc., Doutoranda, Departamento de Engenharia de Estruturas e Fundações Escola Politécnica, Universidade de São Paulo

email: carlac@usp.br (2)

Professor Doutor, Departamento de Engenharia de Estruturas e Fundações Escola Politécnica, Universidade de São Paulo

email: valpigss@usp.br

Av. Prof. Almeida Prado, trav. 2, n° 271, sala 123–LMC. Dept°. Eng. Estruturas e Fundações [Ed. Eng. Civil]. CEP: 05508-900, Cidade Universitária, São Paulo – S.P. Brasil. Tels.: (11) 3091-5542 / 5562.

Fax: (11) 3091-5181.

Resumo

A norma brasileira NBR 14432:2000 – Exigências de Resistência ao Fogo dos Elementos Construtivos das Edificações, apresenta o tempo requerido de resistência ao fogo (TRRF) a ser assegurado pelas estruturas em situação de incêndio. O TRRF estabelecido para as estruturas de uma edificação é definido em função do uso e das dimensões da edificação, independente do material construtivo utilizado. A Instrução Técnica do Corpo de Bombeiros de São Paulo, IT n° 08/01 – Segurança Estrutural nas Edificações - Resistência ao Fogo dos Elementos de Construção, publicada em 2001, torna essas exigências obrigatórias no Estado de São Paulo.

A norma brasileira, a NBR 5627:1980 – Exigências Particulares das Obras de Concreto Armado e Protendido em Relação à Resistência ao Fogo foi cancelada pela ABNT, em 2001, por estar desatualizada. O Anexo B, constante na versão de 2001 do texto de revisão da NBR 6118 fornecia as dimensões mínimas a serem consideradas em projeto, para os elementos de concreto em função do TRRF; apresentava também os fatores de redução das características mecânicas do concreto e do aço em função da temperatura. Posteriormente, a versão conclusiva de 2002 do referido texto de revisão suprimiu o referente ao assunto, convertendo-o em proposta de texto-base para uma futura norma específica.

Neste trabalho é apresentado o panorama internacional das recomendações normativas para o projeto de estruturas de concreto em situação de incêndio. São apresentados também, os métodos tabulares indicados por diversas normas internacionais; trata-se da forma mais expedita de dimensionamento de estruturas de concreto em situação de incêndio. Foi realizada uma análise comparativa entre esses métodos e as dimensões usuais mínimas das estruturas correntes, a fim de verificar o grau de segurança contra incêndios das estruturas brasileiras.

Palavras-chave: segurança estrutural, estruturas de concreto, dimensionamento, incêndio,

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1 Introdução

O concreto armado é um material constituído por vários materiais (cimento Portland, água, agregados miúdos, agregados graúdos e aço) consolidados como um único material endurecido.

O material endurecido – concreto armado comporta-se à temperatura ambiente, como um material homogêneo.

Em altas temperaturas, a heterogeneidade do concreto armado é realçada. Há dilatações térmicas diferenciais dos componentes do concreto endurecido. A baixa condutividade térmica do concreto em relação aos metais e a massividade dos elementos de concreto contribui para a formação de elevados gradientes térmicos. Há pressões nos poros do concreto devido à evaporação da umidade, as quais conduzem à formação de tensões térmicas na microestrutura do concreto endurecido. Essas tensões levam à fissuração excessiva e enfraquecimento do concreto (COSTA et al. (2002b)). Há redução progressiva de resistência e rigidez em função da temperatura elevada, a qual deve ser considerada no projeto de edifícios visando à segurança estrutural em situação de incêndio.

Dentre as formas de desagregação porque passa o concreto aquecido, destaca-se o fenômeno do “spalling”, que pode assumir um caráter imprevisível, durante os primeiros minutos de incêndio (COSTA et al. (2002a)).

Segundo o Merriam-Webster Online Dictionary, o verbo “to spall” significa “to break off chips, scales, or slabs – EXFOLIATE”. Os lascamentos do concreto são esfoliações e desintegrações das camadas superficiais dos elementos de concreto, quando expostos a altas temperaturas por longos períodos ou, a gradientes térmicos elevados caracterizados por aquecimentos muito rápidos.

Esses lascamentos têm sido largamente divulgados pela literatura técnica internacional como “spalling”.

A inversão de gradientes na fase de resfriamento do incêndio conduz ao aumento de fissurações progressivas, reduzindo ainda mais a resistência residual do concreto.

O aço, embora mais estável a temperaturas elevadas experimenta efeitos de fluência e de dilatação excessiva, além da redução da resistência e do módulo de elasticidade.

A redução das propriedades mecânicas do concreto armado é considerada no dimensionamento dos elementos estruturais. Códigos internacionais da América do Norte, Europa e Oceania apresentam métodos simplificados de dimensionamento em função do tempo requerido de resistência ao fogo, de acordo com o nível de risco dos edifícios.

Nos países desenvolvidos, as estruturas de concreto em situação de incêndio, são correntemente projetadas com base no conhecido “método tabular” (BS 8110 Part 2 (1985), ACI-216R (1989), NZS 3101 (1995), AS-3600 (2001), prEN 1992-1-2 (2002)) de dimensionamento em situação de incêndio.

O “método tabular” é o mais simples de todos os métodos de dimensionamento de estruturas de concreto em situação de incêndio. Trata-se de simples tabelas, as quais apresentam dimensões mínimas da área da seção transversal e do cobrimento ou da distância “a” (distância compreendida entre o eixo da armadura principal e a face exposta ao calor mais próxima) em função do tempo requerido de resistência ao fogo (TRRF). O tempo de resistência ao fogo é definido com base na curva-padrão ISO-834 (1975) de incêndio.

2 Normatização

brasileira

Atualmente, o CEB (1997) apud ISAIA (2002) define o conceito de durabilidade das estruturas de concreto como “a capacidade de uma estrutura apresentar o desempenho requerido durante o período de serviço pretendido, sob a influência dos fatores de degradação incidentes”, ou seja, durante toda a sua vida útil, a estrutura deve apresentar segurança tanto em situação normal, como em situação excepcional.

(3)

V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 2 Em casos de incêndio, a edificação deve: minimizar a propagação das chamas para outras dependências da edificação ou para edificações vizinhas, assegurar a capacidade de suporte a fim de permitir a fuga dos usuários e, quando necessárias, as ações de combate em incêndio em segurança.

Proteger a vida e reduzir as perdas patrimoniais são obrigações legais do profissional que projeta, constrói ou administra um empreendimento e do poder público que o controla. Se o projeto estrutural apresentar um fator razoável de segurança, abrangendo os efeitos da ação térmica no concreto armado, o elemento estrutural assegurará uma estabilidade aceitável durante a vida útil da edificação.

Porém, se lascamentos e fissurações excessivos ocorrerem, a armadura de aço pode fragilizar-se rapidamente devido à exposição ao calor e levar o elemento estrutural à ruína. Dessa forma, os danos progressivos do concreto podem colocar em risco a ação de salvamento e combate ao fogo na edificação.

As Figuras 2.1, 2.2 e 2.3 mostram o colapso global que alguns edifícios de concreto sofreram nos últimos anos: um edifício de uma fábrica de roupas em Alexandria (2000), um edifício residencial em São Petersburgo (2002) e um edifício depósito de materiais têxteis. Podemos ainda citar os edifícios Sede I e Sede II da CESP (1987) e Ed. Cacique (1996) no Brasil, os quais sofreram colapso parcial ou total devido ao incêndio.

Figura 2.1: Desabamento de um edifício residencial de

múltiplos andares de concreto armado, em São Petersburgo, no dia 3 de junho de 2002, durante o incêndio (BBC News (2002), O Estado de São Paulo (2002) apud COSTA (2002)).

Figura 2.2: Colapso estrutural de um

edifício em concreto que servia como fábrica de roupas em Alexandria (Egito) (BBC News (2000) apud COSTA (2002)).

Figura 2.3: Ruínas do depósito das lojas Zêlo S/A, por ocasião do incêndio (COSTA (2002)).

A NBR 14432 (2000) – “Exigências de Resistência ao Fogo de Elementos Construtivos das Edificações” indica os tempos requeridos de resistência ao fogo (TRRF’s) que devem ser respeitados pelas edificações brasileiras, independentemente do material estrutural utilizado. O TRRF é obtido do modelo do “incêndio-padrão”.

A IT 08 (2001) – “Segurança Estrutural nas Edificações – Resistência ao Fogo dos Elementos de Construção” do Corpo de Bombeiros do Estado de São Paulo, com

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pequenas alterações, incorpora a NBR 14432 (2000) tornando-a obrigatória em São Paulo. No Brasil já houve uma norma exclusiva para estruturas de concreto em situação de incêndio – a NBR 5627 (1980) – cancelada em 2001 e substituída pelo Anexo B do texto de revisão da NBR 6118, versão de 2001. Posteriormente, esse anexo foi suprimido na versão final de 2002 do referido texto de revisão.

A NBR 5627 (1980) – “Exigências particulares das obras de concreto armado e protendido em relação à resistência ao fogo” apresentava um método tabular para dimensionamento das estruturas de concreto. Atualmente não há qualquer norma brasileira que permita o meio técnico respeitar a legislação vigente (NBR 14432 (2000), IT-08 (2001) em São Paulo) no Brasil.

Na ausência de normatização brasileira para o dimensionamento de estruturas de concreto em situação de incêndio, o projetista de estruturas precisará recorrer a normas estrangeiras para elaborar um projeto estrutural em consonância com a legislação em vigor.

3 Tempo de Resistência Requerido ao Fogo

3.1 Temperatura do compartimento em chamas

As principais ações que causam esforços nas estruturas à temperatura ambiente são: a ação da gravidade e a ação eólica (ventos). Em situação de incêndio, o projeto deve considerar também a ação térmica.

A ação térmica é designada pela ação dos fluxos de calor por radiação e convecção nos elementos estruturais. A elevação da temperatura nos elementos da estrutura é conduzida pela ação térmica.

Durante o incêndio, o fluxo de calor por radiação é gerado pela diferença de temperatura entre as chamas e a superfície dos elementos estruturais e de compartimentação. O fluxo de calor por convecção é gerado pela diferença de densidade entre os gases do ambiente em chamas: os gases quentes são menos densos e tendem a ocupar a atmosfera superior, enquanto os gases frios, de densidade maior, tendem a se movimentar para a atmosfera inferior do ambiente.

Para facilitar a determinação da ação térmica nas estruturas foram formulados modelos matemáticos de incêndio, os quais descrevem a variação da temperatura do compartimento em função do tempo do sinistro.

Na análise estrutural, o incêndio é caracterizado pela relação entre a temperatura dos gases quentes e o tempo, representada por meio de “curvas temperatura-tempo” ou, simplesmente, “curvas de incêndio”. A partir dessas curvas é possível calcular a máxima temperatura atingida pelas peças estruturais e a sua correspondente capacidade resistente. Num incêndio real, a curva representativa da variação de temperatura é caracterizada por três estágios delimitados por dois pontos (Figura 3.1): “flashover” e temperatura máxima. Essas regiões denominam-se:

 Ignição: região que representa o início da inflamação e a temperatura cresce

gradualmente; esse estágio é também conhecido como “pré-flashover” e termina no instante conhecido por “flashover” (instante de inflamação generalizada).

 Fase de aquecimento: região caracterizada por uma mudança repentina de

crescimento de temperatura; todo o material combustível no compartimento entra em combustão e a temperatura dos gases quentes cresce rapidamente até atingir o pico da curva – a temperatura máxima dos gases do ambiente.

 Fase de resfriamento: ramo descendente que representa a redução de temperatura

dos gases no ambiente.

A curva temperatura-tempo de um incêndio real não é determinada facilmente, pois diversos fatores determinam a variabilidade de um incêndio em relação a outro: carga de incêndio, grau de ventilação, característica dos materiais da compartimentação e dimensões do compartimento.

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V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 4 te m p eratura θ tempo temperatura máxima do incêndio inflamação generalizada (“flashover”) ignição fase de aquecimento fase de resfriamento tempo curva-padrão ISO-834 incêndio real

Figura 3.1: Curva temperatura-tempo de um incêndio

real (SILVA (2001)). Figura 3.2: Modelo do incêndio natural.

Por questões de simplicidade, a curva real é normalmente substituída por curvas padronizadas para ensaios. A curva padronizada mais difundida internacionalmente por meio de normas e procedimentos de ensaios é a ISO-834 (1975).

A curva ISO-834 (1975) é conhecida como “curva-padrão” e independe das características do ambiente e da carga de incêndio. As recomendações da NBR 5628 (2001) são baseadas nessa mesma curva.

Na América do Norte, a curva-padrão é representada pela tabela da ASTM E-119. Na realidade, a curva da ASTM E-119 é a “ancestral” de todas as curvas-padrão de materiais celulósicos, difundidas nos códigos normativos de diversos países.

A tabela da ASTM E119 tem sido adotada desde 1918, inspirada nas propostas do Underwriters Laboratory de Chicago em 1916, para ensaio de pilares (LIE (1972) apud SILVA (1997)). Os valores dessa tabela têm por base as temperaturas máximas de incêndios reais, tomando por referência o ponto de fusão de materiais já conhecido naquela época (GOSSELIN (1987) apud COSTA (2002)).

No modelo do incêndio-padrão (curva ISO-834) admite-se que a elevação da temperatura do incêndio é logarítmica, em função do tempo (expressão [3.1]); portanto, não há o ramo descendente que representa a fase de resfriamento do incêndio (Figura 3.2).

(

)

g g0 345 log 8 t 1

θ θ− = ⋅ ⋅ + [3.1]

onde: θg = temperatura dos gases quentes (atmosfera) do compartimento em chamas

[°C];

θg0 = temperatura da atmosfera do compartimento no instante t = 0 [°C]; t = tempo [min].

A curva-padrão ISO-834 (1975) é usada para ensaios e em projetos de construção civil, visando compartimentos cuja carga de incêndio é constituída exclusivamente de celulósicos. Quaisquer conclusões com base nessa curva devem ser analisadas com cuidado, pois o incêndio-padrão não corresponde ao comportamento real do incêndio.

Há curvas de incêndio, chamadas de “curvas naturais”, parametrizadas pela quantidade de material combustível (carga de incêndio), pelo grau de ventilação e pelas características térmicas e físicas dos materiais da compartimentação (Figura 3.3). Essas curvas são modelos simplificados do incêndio real.

Para projeto (“fire design”), no entanto, não basta determinar essa curva com base num cenário de incêndio preestabelecido. Devem ser avaliados o grau de confiabilidade do cenário escolhido e o risco de que ele possa não ocorrer durante a vida útil da edificação e as suas conseqüências. Na prática, costuma-se utilizar o conceito de “valor de cálculo da carga de incêndio”. O valor da carga de incêndio que caracteriza o ambiente é multiplicado por coeficientes de ponderação determinados em função do risco de incêndio

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e das conseqüências do colapso da edificação (altura, área e uso da edificação) e da presença de medidas de proteção ativa (SILVA (2001), IT 08 (2001)).

Para materiais altamente inflamáveis (gasolina, querosene, diesel, outros), a curva “H” – “hydrocarbon curve” (equação [3.2], Figura 3.4) é a mais utilizada em ensaios laboratoriais, sendo a mais citada pela literatura técnica internacional.

Ao contrário da curva-padrão, a curva “H” foi projetada com base em experiências e resultados de ensaios de vários incêndios de hidrocarbonetos. Duas características importantes diferenciam o incêndio de materiais hidrocarbonetos, do incêndio de materiais celulósicos: a taxa do aquecimento e o fluxo de calor liberado durante a combustão (MILKE et al. (2002) apud COSTA (2002)).

(

0,17 t 2,50 t

)

g 1080 1 0,33 e 0,68 e 20

θ = ⋅ − − ⋅ − ⋅ + [3.2]

onde: θg = temperatura dos gases quentes (atmosfera) do compartimento em chamas

[°C]; t = tempo [min]. 0 200 400 600 800 1000 1200 0 30 60 90 120 150 180 210 240 tempo (min) tem p er atur a θ (° C ) ISO 834 (1975)

"H" - curva de incêndio para hidrocarbonetos (prENV 1991-1-2 (2001))

Figura 3.3: Curvas naturais paramétricas (prEN

1991-1-2 Draft (2002)). Os valores de “νννν” correspondem ao grau de ventilação.

Figura 3.4: Curva-padrão ISO 834 (1975) para

materiais celulósicos e curva “H” (prEN 1991-1-2 Draft (2002)) para materiais hidrocarbonetos.

Outras curvas-padrão para materiais inflamáveis (ASTM E1529 (1993), RWS, RABT) foram modeladas em função da severidade do incêndio e têm sido internacionalmente recomendadas para situações especiais (COSTA (2002)).

3.2 Temperatura do elemento estrutural

A ação térmica no concreto armado é traduzida pela redução das propriedades mecânicas. Na análise estrutural, a diminuição da resistência e do módulo de Young dos materiais, em função da temperatura é obtida por meio de fatores de redução, os quais correlacionam o decréscimo dessas propriedades mecânicas a cada nível térmico.

Por isso é fundamental conhecer a temperatura do elemento estrutural a fim de estimar os valores das propriedades materiais para essa temperatura.

3.2.1 Elementos esbeltos

A partir da curva temperatura-tempo dos gases quentes é possível determinar a temperatura no elemento estrutural, por meio de expressões da transferência de calor. Tais expressões são fornecidas pela NBR 14323 (1999) e são válidas para elementos estruturais metálicos com distribuição uniforme de temperatura.

Admitir a distribuição uniforme de temperatura em elementos isolados de estruturas metálicas é uma prática que apresenta boa coerência com a realidade. Os elementos de

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V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 6 aço são extremamente esbeltos e se aquecem rapidamente, fazendo com que a temperatura nas peças de pequena espessura se uniformize.

Adotar a mesma simplificação para elementos de aço em contato com concreto ou alvenaria é dimensionar a favor da segurança e, de regra, é utilizada na falta de análise térmica mais precisa.

A máxima temperatura na peça (Figura 3.5) pode ser encontrada com a utilização de curvas naturais. O emprego de modelos de incêndio mais realistas permite determinar a “temperatura máxima“ do elemento estrutural; o dimensionamento desse elemento para a sua temperatura máxima assegura uma resistência ao fogo adequada, durante a vida útil da estrutura.

Temperatura (o C ) Tempo Incêndio natural Temperatura no elemento estrutural Temperatura (oC ) Tempo (min) Incêndio-padrão Temperatura no elemento estrutural

Figura 3.5: Temperatura no elemento estrutural

(incêndio natural).

Figura 3.6: Temperatura no elemento estrutural

(incêndio-padrão).

A temperatura que causa o colapso de um elemento estrutural em situação de incêndio é denominada temperatura crítica, isto é, temperatura máxima da estrutura, a partir da qual sua ruína é iminente.

Para garantir a segurança estrutural em situação de incêndio, deve-se evitar que a temperatura de colapso seja atingida.

A temperatura crítica depende do tipo de material e do sistema estrutural, isto é, carregamento aplicado, vinculações, geometria, etc. (FAKURY et al. (2000)).

Na prática emprega-se a curva-padrão para facilitar os cálculos, embora haja uma dificuldade operacional: a curva temperatura-tempo do elemento estrutural não apresenta a temperatura máxima (Figura 3.6). Tal inconsistência pode ser solucionada de forma fictícia, ao arbitrar-se um “tempo” em que ocorre a temperatura máxima. Esse “tempo” é conhecido por “tempo requerido de resistência ao fogo” (TRRF) dos elementos e é encontrado em normas ou códigos.

A NBR 14432 (2000) define o TRRF como sendo “o tempo mínimo de resistência ao fogo de um elemento construtivo quando sujeito ao incêndio-padrão”. Trata-se de um valor que é função do risco de incêndio e de suas conseqüências.

Por simplicidade, o TRRF é avaliado subjetivamente e definido pelo consenso da sociedade. Não se trata, portanto, de tempo de desocupação, tempo de duração do incêndio ou tempo-resposta do Corpo de Bombeiros ou brigada de incêndio.

Os valores dos TRRF também não devem ser confundidos com valores definidos pelo poder público, tais como: horário a partir do qual deve haver silêncio em lugares públicos, velocidade máxima em vias públicas, etc.

O TRRF é um tempo que pode ser calculado segundo as Teorias das Estruturas e da Transferência de Calor ou encontrado experimentalmente. Tendo em vista, entretanto, a dificuldade desse cálculo, esse “tempo” é fixado na base do consenso.

No caso das estruturas calculadas à temperatura ambiente, os coeficientes de ponderação definidos em normas de engenharia (ABNT/NBR aqui no Brasil) retratam a probabilidade de colapso aceitável de uma edificação bem dimensionada, durante sua vida útil, à temperatura ambiente.

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probabilidade de colapso aceitável de uma edificação bem dimensionada, para a situação de incêndio, durante sua vida útil.

3.2.2 Elementos robustos

Ao contrário dos elementos metálicos, as peças de concreto geralmente não são esbeltas. Além disso, a condutividade térmica do concreto é bem menor do que a do aço. Portanto, considerar distribuição uniforme de temperatura nos elementos de concreto é exageradamente favorável à segurança.

O artifício descrito no item 3.2.1 é prontamente entendido para o caso de elementos esbeltos, para os quais admite-se a distribuição uniforme de temperatura.

Por outro lado, o meio técnico habituou-se a usar o modelo do incêndio-padrão e a medir a “resistência ao fogo” em unidade de um “tempo” (TRRF); essa prática foi mantida para estruturas de concreto, ou seja, os elementos estruturais devem respeitar um TRRF padronizado. O TRRF é padronizado em função do risco de incêndio e de suas conseqüências em 30, 60, 90 e 120 minutos.

O “método tabular” de dimensionamento apresentado em diversos códigos internacionais (BS 8110 Part 2 (1985), ACI-216R (1989), NZS 3101 (1995), AS-3600 (2001), prEN 1992-1-2 (2002)) foi elaborado com base no conceito do tempo requerido de resistência ao fogo. As tabelas do “método tabular” têm por base o princípio do qual a temperatura em um ponto da seção transversal do concreto é menor tanto quanto mais afastado ele estiver da superfície exposta ao fogo. Dessa forma, quanto maior for a seção transversal, tanto maior será o núcleo frio e, quanto mais afastada da superfície aquecida estiver a armadura, tanto menor será sua temperatura.

4 Método tabular de dimensionamento das estruturas de concreto em

situação de incêndio

O método tabular de dimensionamento é o método mais simples a ser utilizado para as estruturas de concreto atenderem aos requisitos da verificação em situação de incêndio segundo a NBR 14432 (2000) – “Exigências de resistência ao fogo de elementos construtivos das edificações”.

O conjunto de tabelas que associam o TRRF e o tipo de elemento estrutural às dimensões mínimas a serem adotadas no projeto permite aplicação imediata do método na concepção estrutural da edificação. Na literatura consultada, não foi encontrada a origem exata dessas tabelas.

A norma americana ACI 216R–89 apresenta o método tabular completo para o dimensionamento dos elementos. Para os pilares, uma tabela simples contendo resultado de alguns ensaios é apresentada; para as lajes é indicado outro método simplificado de aplicação imediata: determinar as características geométricas adequadas em função do TRRF, por meio de diagramas; vigas as vigas, os diagramas fornecidos servem para auxiliar outro método de dimensionamento, conhecido como método simplificado de verificação da capacidade resistente do elemento.

As normas oceânicas AS-3600 (2001) e NZS 3101 Part 1 (1985) também apresentam diagramas para dimensionamento de vigas e pilares.

Ambas as normas brasileira NBR 5627 (1980) e espanhola Instrucción EH-80 (1980) apud CÁNOVAS (1988) foram canceladas. A norma espanhola foi substituída por normatização posterior à década de 80. A apresentação de algumas normas antigas oferece o panorama da evolução das recomendações normativas em relação àquelas mais recentes, particularmente o Eurocode 2 (prEN 1992-1-2 (2002)) e a norma australiana AS-3600 (2001), para o estudo comparativo deste trabalho.

Os valores preconizados pela normatização brasileira, para projeto em situação normal são apresentados com a finalidade de compara-los àqueles recomendados principais normais internacionais de projeto em situação de incêndio.

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V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 8

4.1 Lajes

Na Tabela [4.1] estão excluídas as lajes lisas e cogumelo. São apresentados os valores mínimos para projeto à temperatura ambiente preconizados pela normatização brasileira, a fim de ser avaliado o grau de segurança contra o incêndio-padrão das lajes nacionais sem qualquer medida de proteção ao fogo.

Projeto a temperatura ambiente Projeto em situação de incêndio

Projeto NBR 6118:2002 normas prEN 1992-1-2 (2002) CEB–Bulletin N° 208 (1991) BS 8110-2 (1985) AS-3600 (2001) NZS 3101 Part 1 (1985) NBR 5627 (1980) cancelada Anexo “B” do Projeto NBR 6118 (2001) cancelado Espessura mínima hlaje (mm) cobrimentos mínimos cmín(mm) “a” (mm) “a” (mm) cmín (mm) (mm)cmín (mm)cmín Instrucción EH- 80 (1980) apud CÁNOVAS (1988 ) cmín (mm) “a” (mm)

armada em armada em armada em

Tipo (finalidade) da laje Classes de agressividade ambiental 2 direções

    

TRRF hlaje y x y x hlaje y x y x

hlaje hlaje hlaje

hlaje cmín hlaje y x y x y x hlaje y x y x 30 60 10* 10* 10* 60 10 10 10 75 15 15 60 15 10 50 10 10 100 10 — — — — — 60 10 10 10 60 80 20 15* 15* 80 25 10 25 95 20 20 80 20 15 75 10 10 100 20 80 25 10 25 80 10 15 20 90 100 30 10* 20 100 35 15 35 110 25 20 100 25 15 95 20 15 125 30 120 45 20 45 100 15 20 30 50 70 100 120 150 20 25 35 45 120 120 40 20 25 120 45 20 45 125 35 25 120 30 15 110 30 15 125 40 150 60 30 I.E. 30 120 20 25 40 * Normalmente o cobrimento adotado para situação ambiente é suficiente.

Legenda:  cobertura não em balanço  piso ou cobertura em balanço

 suportam veículos com peso até 30 kN  suportam veículos com peso acima de 30 kN  lajes protendidas

I. E. = interpolação linear

Nota: Nem todas as normas apresentam o cobrimento mínimo explicitamente. Ele pode ser estimado em função da distância “a”, pela expressão cmín a –10 mm

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Para o dimensionamento de lajes, o ACI 216R-89 (1989) fornece diagramas, independente das condições de vínculo.

Nesses gráficos, a resistência das lajes é correlacionada à espessura mínima necessária da peça, em função do tempo requerido de resistência ao fogo. É assumida a temperatura máxima de 139 °C na superfície externa oposta à ação direta do calor. Essa medida assegura a função de compartimentação da laje em incêndio, impedindo que o sinistro se propague para outros compartimentos da edificação. A Figura 4.1 fornece as espessuras mínimas das lajes e a Tabela 4.2 apresenta os resultados obtidos dessa figura.

Projeto para situação de incêndio. TRRF (minutos) hlaje (mm)

30 60 60 85 90 105 120 125

Tabela 4.2: Espessura mínima de lajes de

concreto usual (agregados silicosos) para projeto estrutural em situação de incêndio, segundo o ACI 216R-89 (1989).

Figura 4.1: Espessuras mínimas de lajes e paredes em

função do TRRF e das características da mistura do concreto (ACI 216R-89 (1989)).

Figura 4.2: Dimensões de largura “b”,

cobrimento das armaduras “c” e distância “a” entre o centro geométrico da armadura principal e a face exposta ao fogo. Essas dimensões são referências dos métodos tabulares.

vigas isostáticas vigas contínuas pilares

Figura 4.3: Dimensões de largura “bmin” e o cobrimento das armaduras “cmín” distância “a” entre o centro geométrico da armadura principal e a face exposta ao fogo (AS 3600 (2001)). Essas dimensões são referências dos métodos tabulares.

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V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 10

4.2 Vigas

Nas Tabelas 4.3 e 4.4 são apresentadas as dimensões mínimas propostas pela normatização brasileira para projeto à temperatura ambiente e, pela normatização internacional para projeto em situação de incêndio de vigas isostáticas e hiperestáticas.

Projeto a temperatura ambiente Projeto em situação de incêndio

Projeto NBR 6118:2002 Normas prEN 1992-1-2 (2002) CEB–Bulletin N° 208 (1991) BS 8110-2 (1985) NBR 5627 (1980) cancelada Anexo “B” do Projeto NBR 6118 (2001) cancelado cobrimentos mínimos cmín (mm)

possíveis combinações entre bmín e

“cmín

classes de agressividade ambiental

possíveis combinações entre bmín e

“a” possíveis combinações entre be “a” mín AS-3600 (2001) NZS 3101 Part 1

(1985) Largura mínima das vigas bmín (mm) TRRF bmín a bmín a bmín a bmín a bmín a bmín a bmín a bmín a bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín 30 80 25 120 20 160 15* 200 15* 80 25 120 15 160 10 200 10 80 20 80 20 — — 80 25 120 15 140 10 190 10 120 60 120 40 160 35 200 30 300 25 120 40 160 35 200 30 300 25 120 30 120 30 120 40 120 40 140 35 190 30 300 25 90 150 55 200 45 300 40 400 35 150 55 200 45 250 40 400 35 150 40 150 45 200 65 140 55 190 45 250 40 400 35 100† 25 30 40 50 120 200 65 240 60 300 55 500 50 200 65 240 55 300 50 500 45 200 50 200 55 240 80 190 65 240 55 300 50 500 45 * Normalmente o cobrimento adotado para situação ambiente é suficiente.

Para casos excepcionais (vide item 13.2.2 do Projeto NBR 6118:2002). Legenda: bmín = largura mínima da viga;

cmín = cobrimento mínimo das armaduras principais da viga;

a = distância entre o centro geométrico das armaduras principais e a face mais próxima do elemento de concreto, exposta ao fogo.

Nota: Nem todas as normas apresentam o cobrimento mínimo explicitamente. O cobrimento pode ser estimado em função da distância “a”, por meio da expressão cmín a – 10 mm Tabela 4.3: Dimensões mínimas de vigas bi-apoiadas de concreto de densidade normal (agregados graníticos) recomendadas por algumas normas internacionais, em função do TRRF.

(12)

Projeto a temperatura ambiente Projeto em situação de incêndio Projeto NBR 6118:2002 Normas prEN 1992-1-2 (2002) CEB–Bulletin N° 208 (1991) 8110-2 BS (1985) NBR 5627 (1980) cancelada Anexo “B” do Projeto NBR 6118 (2001) cancelado cobrimentos mínimos cmín (mm) possíveis combinações entre bmín e “cmín” classes de agressividade ambiental

possíveis combinações entre bmín e “a”

possíveis combinações entre

bmín e “a” AS-3600 (2001) NZS 3101 Part 1

(1985) Largura mínima das vigas bmín (mm) TRRF bmín a bmín a bmín a bmín a bmín a bmín a bmín a bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín bmín cmín 30 80 15* 160 12* — — — — 80 12 — — 200 12 80 20 75 20 80 20 — — 80 12 140 12 190 12 120 60 120 25 200 12* — — — — 120 25 200 12 300 12 80 20 120 20 120 20 80 25 120 25 190 12 300 12 90 150 35 250 25 400 25 450 25 150 35 250 25 400 25 120 35 150 25 150 25 115 40 140 35 250 25 400 25 100† 25 30 40 50 120 220 45 300 35 450 35 500 30 200 45 300 35 500 35 150 50 200 35 200 35 240 80 220 45 300 35 500 35

Legenda: bmín = largura mínima da viga;

cmín = cobrimento mínimo das armaduras principais da viga;

a = distância entre o centro geométrico das armaduras principais e a face mais próxima do elemento de concreto, exposta ao fogo.

Nota: Nem todas as normas apresentam o cobrimento mínimo explicitamente. O cobrimento pode ser estimado em função da distância “a”, por meio da expressão cmín a – 10 mm Tabela 4.4: Dimensões mínimas de vigas contínuas de concreto de densidade normal (agregados graníticos) recomendadas por algumas normas internacionais, em função do TRRF.

Dimensionamento em situação de incêndio Instrucción EH-80 (1980) apud CÁNOVAS (1988)

possíveis combinações entre “bmín” e “cmín

TRRF (minutos) bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) 30 80 20 120 10 160 10 200 10 60 120 35 160 30 200 25 300 20 90 150 50 200 40 280 35 400 30 120 200 60 240 50 300 45 500 40

Para TRRF ≥ 90 minutos, a área de aço em cada apoio intermediário deve ser igual ou superior à 0,3.ℓefetivo, onde

ℓefetivo é o comprimento efetivo da viga, compreendido

entre os eixos dos apoios. O Eurocode 2 (prEN 192-1-2 (2002)) fornece informações detalhadas para o cálculo dessa área de aço requerida.

1 Diagrama de momentos na iminência do incêndio (t = 0); 2 Cobertura do diagrama de força de tração solicitante pelo

resistente para momentos positivos;

3 Diagrama de momentos em situação de incêndio; 4 Cobertura do diagrama de força de tração solicitante pelo

resistente para momentos negativos. Tabela 4.5 Dimensões mínimas as vigas de concreto de densidade

normal (agregados graníticos), segundo a Instrucción española EH-80 (1980) apud CÁNOVAS (1988). As dimensões são aplicáveis às vigas independente das condições de vínculo (bi-apoiadas ou contínuas).

Figura 4.4: Ancoragem da armadura a ser verificada em situação de incêndio. Proposta do Eurocode 2 (prEN 192-1-2 (2002)).

(13)

V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 12

4.3 Pilares

As Tabelas 4.5, 4.6, 4.7, 4.8, 4.9 e 4.10 apresentam os valores mínimos da seção dos pilares em função do TRRF, visando a segurança contra incêndio.

A Tabela 4.8 apresenta algumas tabelas fornecidas pelo Eurocode 2 (prEN 1992-1-2 (2002)) para o dimensionamento de pilares. No método tabular do Eurocode 2 (prEN 1992-1-2 (2002)), além da quantidade de faces expostas ao calor, são considerados o índice de esbeltez (λ), a taxa mecânica de armadura (ω) e a excentricidade do carregamento (“e”). Diversas combinações entre bmín e a distância

“a” são apresentadas em função do TRRF, para vários valores de λ, ω e “e”. São inúmeras as combinações entre tais características. Projeto em situação de incêndio

Projeto a temperatura ambiente

Projeto NBR 6118:2002 normas CEB–Bulletin N° 208 (1991)

§ BS 8110-2 (1985)

todas as faces expostas

cobrimentos mínimos cmín

(mm) possíveis combinações entre “b

mín”, “a” e Fd AS-3600

(2001)

NZS 3101 Part 1 (1985) classes de agressividade

ambiental fck = 20 (MPa) fck = 45 (MPa)

1 face exposta todas as faces

expostas 50% da seção exposta 1 face exposta bmín TRRF pilar Fd bmín a F d bmín a F d bmín a F d bmín a bmín a bmín cmín bmín cmín bmín cmín b mín cmín bmín cmín 3,0 200 820 370 1300 30 6,0 100 150 25 360 200 25 140 150 25 500 200 25 100 10 150 20 125 20 100 20 150 10 150 10 3,0 440 730 830 1500 60 6,0 200 200 35 360 240 30 260 200 35 510 240 30 120 25 200 25 160 25 120 25 200 20 200 20 3,0 530 1000 1000 1800 90 6,0 330 240 50 640 300 35 470 240 50 1300 300 35 140 35 250 30 200 25 140 25 240 35 250 35 3,0 810 1500 1500 3000 19025 30 40 50 120 6,0 480 300 50 1000 350 35 1000 300 50 2100 350 35 160 40 300 35 240 25 160 25 300 45 300 45 ‡Em casos especiais permite-se 120 mm ≤ b < 190 mm (vide item 13.2.3 do Projeto NBR 6118:2002).

§Aço: f

yk = 500 MPa → As = 1,5%Ac fyk = 400 MPa → As = 2,0%Ac Legenda: bmín = largura mínima da viga;

cmín = cobrimento mínimo das armaduras principais da viga;

a = distância entre o centro geométrico das armaduras principais e a face mais próxima do elemento de concreto, exposta ao fogo.

Nota: Nem todas as normas apresentam o cobrimento mínimo explicitamente. O cobrimento pode ser estimado em função da distância “a”, por meio da expressão cmín a – 10 mm Tabela 4.6 Dimensões mínimas recomendadas pela normatização brasileira e pelos principais códigos internacionais (“fire design”), para pilares de concreto de densidade normal (agregados graníticos) em função do TRRF.

(14)

Projeto a temperatura ambiente Projeto em situação de incêndio

Projeto NBR 6118:2002 normas NBR 5627 (1980) cancelada Anexo “B” do Projeto NBR 6118 (2001) cancelado

possíveis combinações entre bmín e “a”

cobrimentos mínimos cmín (mm) seção quadrada inteiramente comprimida mais de 1 face exposta 1 face exposta

classes de agressividade ambiental Instrucción EH-80 (1980) apud CÁNOVAS (1988) mais de 1

face exposta exposta 1 face ηfi = 0,2 ηfi = 0,5 ηfi = 0,7 ηfi = 0,7

bmín I fraca II moderada III forte IV muito forte TRRF bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) bmín (mm) cmín (mm) 30 150 10 — — — 150 10 150 10 150 10 100 10 60 200 20 200 120 25 150 10 170 10 190 10 120 10 90 240 30 300 160 45 170 10 210 10 240 35 140 10 19025 30 40 50 120 300 35 360 200 60 190 40 250 40 280 40 160 45 ‡

Em casos especiais permite-se 120 mm ≤ b < 190 mm (vide item 13.2.3 do Projeto NBR 6118:2002). Fd = valor de cálculo da ação em situação normal;

Legenda: d fi d fi F F, = η , onde:

Fd,fi = valor de cálculo da ação em situação de incêndio.

Tabela 4.7: Dimensões mínimas recomendadas pela normatização brasileira e pela Instrucción española, para pilares de concreto de densidade normal (agregados graníticos) em função do TRRF.

Corpo-de –prova

agregado Tipo de Carregamento (kN)

Duração do ensaio (hr : min) Modo de ruptura 1 silicoso 0 4:00 nenhum 2 silicoso 1300 2:50 compressão 3 silicoso 800 3:38 compressão 4 silicoso 710 3:40 compressão ‡‡ 5 silicoso 0 5:00 nenhum †† 6 silicoso 170 3:00 flambagem 7 silicoso 1070 3:28 compressão 8 silicoso 1800 2:26 compressão 9 silicoso 1300 3:07 compressão 10 calcáreo 800 8:30 compressão 11 calcáreo 1070 6:06 compressão 12 calcáreo 1800 3:36 compressão

Notas: ‡‡ seção transversal de 406 mm x 406 mm †† seção transversal de 203 mm x 203 mm

Tabela 4.8: Desempenho de pilares ensaiados, de dimensões 305 mm x 305 mm. Para seções transversais menores, as respectivas dimensões estão indicadas nas notas supra (ACI 216R (1989)).

(15)

V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 14 Projeto a temperatura ambiente Projeto em situação de incêndio

Projeto NBR 6118:2002 prEN 1992-1-2 (2002)

cobrimentos mínimos cmín (mm) Limites de aplicação As < ⋅Ac

≤ 04 , 0 m 3 fi 0,  1,5≤ ≤2 pilar máx b e desprezar efeitos de 2ª ordem

025 , 0 100 , , = b e mm N M e fi d fi d

considerar efeitos de 2ª ordem. classes de agressividade ambiental possíveis combinações entre ”bmín” e “a”

mais de 1 face exposta 1 face exposta possíveis combinações entre ”bmín” e “a”

µµµµfi = 0,2 µµµµfi = 0,5 µµµµfi = 0,7 µµµµfi = 0,7 ηηηη = 0,15 ηηηη = 0,3 ηηηη = 0,5 ηηηη = 0,7

bmín I

fraca moderada II forte III muitoIV forte

TRRF (minutos) bmín (mm) “a” (mm) bmín (mm) “a” (mm) bmín (mm) “a” (mm) bmín (mm) “a” (mm) ω bmín (mm) “a” (mm) bmín (mm) “a” (mm) bmín (mm) “a” (mm) bmín (mm) “a” (mm) 200 30 300 30 0,1 150 25* 150 25* 250 25* 350 25* 200 32 200 30 0,5 150 25* 150 25* 150 25* 250 25* 200 30 30 200 25 200 25 300 27 155 25 1,0 150 25* 150 25* 150 25 300 25* 150 30 200 40 300 40 0,1 200 25* 300 25* 500 25* 500 25* 200 36 250 46 150 35 250 35 350 40 0,5 150 25* 200 25* 350 25* 550 25* 150 30 250 40 300 50 60 200 25 300 31 350 40 155 25 1,0 150 25* 200 25* 400 25 600 30 200 40 300 40 500 50 550 40 0,1 250 25* 400 25* 550 25* 600 25* 200 31 300 45 350 53 150 35 200 45 300 45 550 50 0,5 200 25* 300 25* 550 25* 600 40 200 40 250 40 500 50 90 300 25 400 38 450 40** 155 25 1,0 200 25* 300 25* 550 25* 600 45 250 50 400 50 550 60 0,1 350 25* 550 25* 550 25* 600 45 250 40 350 45** 350 57** 200 45 300 45 450 50 500 60 0,5 300 25* 550 25* 600 25 600 50 200 40 250 50 450 45 190‡ 25 30 40 50 120 350 35 450 40* 450 51** 175 35 1,0 250 25* 400 25* 600 30 600 60

** Armadura principal com no mínimo 8 barras.

* Normalmente o cobrimento recomendado em situação normal é suficiente.

Legenda: ) 20 ( , C Rd fi d fi N N ° = µ cd c yd s f A f A ⋅ ⋅ = ω

(

)

yd s cd c fi d f A f A N ⋅ + ⋅ ⋅ = 7 , 0 ,

η , Nd,fi é o carregamento (combinação excepcional de ações) de 1ª ordem aplicado ao pilar. Tabela 4.9: Dimensões mínimas de pilares de seção circular ou retangular (desprezando-se a esbeltez) em função do TRRF, propostas pelo Eurocode 2 (prEN 1991-1-2 (2002)) e pelo Projeto NBR 6118 (2002).

(16)

Dimensões mínimas (mm) da largura do pilar “bmin” e da distância “a” entre o

eixo da armadura e a face exposta

ηηηη = 0,15 ηηηη = 0,3 ηηηη = 0,5 ηηηη = 0,7 TRRF (minutos) Índice de esbeltez λ

bmin “a” bmin “a” bmin “a” bmin “a”

30 150 25* 150 25* 150 25* 200 300 30 25 40 150 25* 150 25* 150 25* 250 450 25* 30 50 150 25* 150 25* 200 25* 300 500 25* 35 60 150 25* 150 25* 200 250 25* 30 400 550 25* 40 70 150 25* 150 25* 250 300 25* 35 500 600 35 30 30 80 150 25* 150 250 30 25 300 500 25* 35 500 600 60 35 30 150 25* 150 200 25* 30 200 400 25* 40 300 600 50 30 40 150 25* 150 250 25* 40 250 400 25* 40 400 600 50 35 50 150 25* 200 400 25* 35 300 600 25* 40 500 600 45 40 60 150 200 25* 30 200 450 25* 40 400 600 40 30 550 600 40 40 70 150 200 25* 35 240 550 25* 40 450 500 45 35 600 60 60 80 200 250 30 25 300 550 40 25 500 600 50 40 600 80 30 200 25* 200 300 25* 40 250 550 25* 40 500 600 50 45 40 200 250 25* 30 200 400 25* 50 300 600 50 35 500 600 60 50 50 200 300 25* 35 250 550 25* 50 400 600 50 40 600 55 60 200 400 40 25 300 600 25* 45 500 600 50 45 600 70 70 200 450 25* 45 300 600 50 35 550 600 55 50 (1) 90 80 200 500 25* 50 400 600 50 35 600 55 (1) 30 200 250 40 25 250 400 25* 50 450 600 45 30 600 60 40 200 300 25* 45 300 500 25* 40 500 600 50 35 (1) 50 250 400 25* 40 400 550 25* 40 550 600 50 45 (1) 60 250 450 25* 50 400 500 50 35 600 55 (1) 70 300 500 25* 40 500 600 45 35 (1) (1) (1) 120 80 300 550 25* 50 500 600 60 40 (1) (1) * Normalmente o cobrimento recomendado em situação normal é suficiente.

(1) É necessária largura maior que 600 mm. Uma avaliação particular da flambagem é requerida.

(

c cd

)

s yd fi d f A f A N ⋅ + ⋅ ⋅ = 7 , 0 ,

η , onde Nd,fi é o carregamento de 1ª ordem aplicado ao pilar.

i fi fi , 0  = λ ; cd c yd s f A f A ⋅ ⋅ = ω

Tabela 4.10: Dimensões mínimas da largura e da distância entre o eixo da armadura e a face exposta ao fogo para pilares de seções retangular e circular. Taxa mecânica de armadura ω = 0,1. Valores moderados para momentos de 1ª ordem: e = 0,05.b ≤ 100 mm (prEN 1991-1-2 (2002)).

Quando as características do pilar não se enquadram na Tabela 4.8, o Eurocode 2 (prEN 1991-1-2 (2002)) fornece várias tabelas similares à Tabela 4.10, para diversos valores da taxa mecânica (ω).

(17)

V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 16

5 Discussão e comentários

Algumas normas não apresentam métodos tabulares, mas oferecem diagramas para o mesmo fim: obter as dimensões mínimas da seção dos elementos e do cobrimento das armaduras, em função do tempo requerido de resistência ao fogo.

As normas australiana AS-3600 (2001) e neozelandesa NZS 3101 Part 1 (1985) apresentam diagramas para vigas e pilares (Figura 4.3), cujos resultados são muito semelhantes àqueles encontrados nas tabelas para lajes e vigas do Eurocode 2 (prEN 1992-1-2 (2002)).

O ACI 216R (1989) apresenta apenas uma tabela contendo resultado de alguns ensaios de pilares de seção quadrada para três seções diferentes, como um indicativo da capacidade resistente do pilar (Tabela 4.8).

Nota-se que a taxa e a excentricidade do carregamento, a taxa mecânica de armadura e a esbeltez não eram considerados nos métodos tabulares de pilares apresentados em normas mais antigas.

As dimensões mínimas da seção e do cobrimento eram função tão somente da quantidade de faces expostas ao calor. Isso está explícito na tabela da norma espanhola Instrucción EH-80 (1980) apud CÁNOVAS (1988) e na NBR 5627 (1980) para o dimensionamento de pilares. Por outro lado, os valores propostos nessas normas eram bem superiores àqueles de normas da década de 90. O CEB–FIP Model Code 90 (Bulletin N° 208 (1991)) considera a intensidade do carregamento axial, o comprimento do pilar e a resistência do concreto nas dimensões da seção.

À medida que as pesquisas na área de Segurança Contra Incêndio evoluíram, pôde-se comprovar cientificamente a eficiência da resposta estrutural das edificações em situação de incêndio; as dimensões mínimas estabelecidas anteriormente para lajes e vigas puderam então, ser reduzidas, sem ônus à segurança estrutural. Houve um refinamento no projeto de pilares, levando-se em conta os efeitos de instabilidade, do carregamento aplicado e da taxa de armadura, no desempenho do elemento em situação de incêndio. É no dimensionamento de pilares que os métodos tabulares apresentam as maiores divergências entre as normas internacionais.

A evolução tecnológica dos materiais do concreto armado, na década de 90, permitiu a obtenção de concretos de resistência maior e de porosidade mais baixa. Em conseqüência, nas estruturas modernas de concreto, os pilares são mais esbeltos e as seções transversais, mais delgadas, se comparados àqueles projetados anos atrás.

Entretanto, as novas características da mistura do concreto e as composições químicas dos cimentos Portland atuais levaram à redução do bom desempenho em incêndio dos elementos de concreto, devido à menor massa que as peças estruturais possuem e à maior fragilidade do material em virtude das características das misturas. Essa é a razão dos códigos mais recentes apresentarem métodos tabulares mais rigorosos: as dimensões mínimas aumentaram em relação às propostas dos anos 90. Observa-se uma tendência dos métodos tabulares se aproximarem daqueles apresentados nas normas dos anos 80, consideradas antieconômicas.

As emendas e ancoragem das armaduras devem ser dimensionadas para garantir a segurança estrutural durante o incêndio. O Eurocode 2 (Figura 4.4) e o CEB-FIP Model Code 90 apresentam os comprimentos de ancoragem adequados a assegurar a integridade estrutural durante o incêndio.

5.1 Comparação entre as recomendações da NBR 6118 (2002) e das

normas internacionais para a situação de incêndio

Não foi objeto deste trabalho avaliar a segurança das lajes lisas, cogumelo, nervuradas, treliçadas e pré-moldadas, correntemente utilizadas no Brasil.

(18)

5.1.1 Normas oceânicas (AS-3600 (2001) e NZS 3101 Part 1 (1985))

Para TRRF = 30 ou 60 minutos, as lajes com hlaje ≥ 80 mm, vigas e pilares atendem aos

mínimos requeridos pelas normas oceânicas.

Para o TRRF = 90 minutos, as lajes não atendem aos mínimos requeridos pelas normas oceânicas quando apresentarem espessura hlaje < 100 mm.

Para o TRRF = 120 minutos, as lajes não atendem aos mínimos requeridos pelas normas oceânicas quando apresentarem espessura hlaje < 120 mm. Para espessuras superiores a

120 mm depende do cobrimento adotado.

As vigas e pilares não apresentam dimensões suficientes para resistirem ao TRRF ≥ 90 minutos.

As dimensões mínimas propostas pelas normas australiana AS-3600 (2001) e neozelandesa NZS 3101 Part 1 (1985) devem ser avaliadas com cuidado, ao comparar esses valores às dimensões de projeto estrutural para situação normal, pois supõe-se que na Oceania, a segurança das estruturas em situação de incêndio é avaliada, considerando a redundância dos meios de proteção da edificação, exigidos pela legislação local, tais como: alarmes, detectores de fumaça, “sprinklers” automáticos, extintores e hidrantes, brigada contra incêndio, compartimentação, etc.

5.1.2 Norma norte-americana ACI 216R (1989)

As lajes com dimensões usuais atendem aos mínimos requeridos pelas normas norte-americanas para TRRF ≤ 90 minutos. Para TRRF = 120 minutos a laje deve ter hlaje≥ 125

mm.

Não há método tabular ou diagramas para verificação de vigas e pilares de maneira expedita. Entretanto, são fornecidos resultados de ensaios de pilares para algumas seções transversais, para dar uma ordem de grandeza das dimensões do pilar no seu desempenho, ao projetista.

5.1.3 Normas européias (prEN 1992-1-2 (2002), CEB–Bulletin N° 208 (1991) e BS 8110-2 (1985))

Para TRRF = 30 ou 60 minutos, as lajes de espessura hlaje ≥ 80 mm atendem aos

mínimos requeridos pelas normas européias.

Para o TRRF = 90 minutos, as lajes armadas em uma direção não atendem aos mínimos requeridos pelo Eurocode 2 (prEN 1992-1-2 (2002)), para hlaje < 100 mm ou classes de

agressividade ambiental I e II. As lajes armadas em duas direções atendem aos mínimos requeridos pelo Eurocode 2 para hlaje > 100 mm.

A comparação com a BS 8110-2 e o CEB-FIP Model Code 90 (Bulletin N° 208 (1991)) depende da combinação entre espessura e cobrimento adotados.

Para TRRF = 30 ou 60 minutos, as vigas atendem aos mínimos requeridos pelas normas européias, exceto as vigas isostáticas de classe de agressividade ambiental I. Para TRRF = 90 minutos, as vigas isostáticas com dimensões usuais não atendem aos mínimos requeridos pelas normas européias. Para as vigas contínuas a comparação com as normas européias depende da combinação entre espessura e cobrimento adotados.

As lajes e vigas não apresentam dimensões suficientes para resistirem ao TRRF = 120 minutos.

No caso dos pilares, a comparação com o CEB–FIP Model Code 90 depende do número de faces expostas, das dimensões da seção transversal, da resistência do concreto, da taxa de armadura e do carregamento aplicado.

Para TRRF = 30 ou 60 minutos, os pilares atendem aos mínimos requeridos pela BS 8110-2. Para TRRF ≥ 90 minutos, a comparação com a norma britânica depende do número de faces expostas e das dimensões da seção transversal.

Segundo o Eurocode 2, os pilares atendem aos mínimos requeridos para TRRF = 30 minutos, desde que apresentem comprimento 0,fi ≤ 3 m, área de aço As < 0,04.Ac,

(19)

V Simpósio EPUSP sobre Estruturas de Concreto 18

excentricidade 0,15.hpilar (ou bpilar) ≤ emáx ≤ 0,4.hpilar (ou bpilar) e nível de carregamento.

Para TRRF = 60 minutos, os pilares não atendem aos mínimos requeridos pelo Eurocode 2, ou para bpilar < 250 mm ou para classes de agressividade ambiental I e II, dentro dos

limites acima citados. Fora desses limites, o Eurocode 2 fornece tabelas, as quais correlacionam as dimensões mínimas com a taxa mecânica de armadura, o nível de carregamento e a excentricidade do carregamento.

Para TRRF ≥ 90 minutos, os pilares com dimensões usuais não atendem aos mínimos requeridos pelo Eurocode 2 (prEN 1992-1-2 (2002)).

6 Conclusões

O concreto armado, como qualquer outro material, sofre os efeitos da ação térmica, podendo comprometer a sua capacidade mecânica e de compartimentação. Os esforços solicitantes colaboram na redução progressiva da resistência do concreto aquecido. Tais fatores devem ser avaliados no projeto (“fire design”) da estrutura para assegurar sua estabilidade.

A nova norma de dimensionamento de estruturas de concreto NBR 6118 (2002) recomenda aumentar cobrimentos e dimensões mínimas das peças de concreto, visando aumentar a durabilidade das estruturas. Dessa forma, indiretamente, induzirá à concepção de elementos de concreto com resistência ao fogo, ligeiramente superiores àquelas projetadas segundo as normas antigas.

Neste trabalho as recomendações de segurança contra incêndio apresentadas por normas internacionais foram comparadas às recomendações do Projeto NBR 6118 (2002) para dimensionamento à temperatura ambiente. Em uma análise expedita, considerando-se apenas as características geométricas dos elementos estruturais concluiu-considerando-se que para TRRF igual a 30 e 60 minutos os elementos estruturais com dimensões usuais atendem as prescrições internacionais, com algumas exceções.

No caso de edificações de maior risco. cujo TRRF ≥ 90 minutos, as dimensões usuais ainda estão aquém das exigências internacionais.

Lajes pré-moldadas tipicamente utilizadas no Brasil ainda estão sem solução, pela falta de laboratórios de ensaio de resistência ao fogo no país, a fim de avaliar o comportamento ao fogo desses elementos.

O meio técnico brasileiro precisa se conscientizar da importância de seguir-se padrões internacionais para o dimensionamento das estruturas de concreto em situação de incêndio, visando à qualidade do desempenho das construções.

7 Agradecimentos

A CAPES – Coordenação de Aperfeiçoamento de Pessoal de Nível Superior, pelo apoio dado a esta pesquisa.

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