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CENTRO FEDERAL DE EDUCAÇÃO TECNOLÓGICA DE MINAS GERAIS CAMPUS X – UNIDADE CURVELO | CEFET – MG Tópicos Especiais em Estruturas: Pontes e Viadutos CURSO DE ENGENHARIA CIVIL – 13/10/2020 PROFESSOR: THIAGO BOMJARDIM PORTO Aluna: Gabriela Farias Pimenta ___________________________________________________________________________________________________________ 1. Para a estrutura apresenta (OAE), pede-se: a) Traçar a linha de influência de reação no ponto A; b) Determinar os valores limites de RA (RAmax(+) e RAmax(-)); c) Traçar a linhas de influência do esforço cortante/cisalhante QA (VA); d) Determinar o valor limite de QA (QAmax(+) e QAmax(-)) para o carregamento apresentado; e) Traçar a linha de influência de Momento fletor no ponto A (MA); f) Determinar os valores limites de MA (MAmax(+) e MAmax(-)) para o trem-tipo apresentado: g) Elaborar Pré-dimensionamento das longarinas principais da Ponte (Seções 1 a 6); Dados: Veículo TB-450, fck=30MPa, Aço CA 50, CAA III. Modelo Analítico Simplificado da viga e o trem-tipo em estudo Subdivisão da longarina em seções transversais de referência A. Traçar a linha de influência de reação no ponto A; ∑𝑀𝐵 = 0 −1 ∙ (29,5 − 𝑥) + 𝑅𝐴 ∙ 25 = 0 25𝑅𝐴 = 29,5 − 𝑥 𝑅𝐴 = 29,5 − 𝑥 25 = 1,18 − 0,04𝑥 x (metros) RA (kN) 0 1,18 4,5 1,0 29,5 0,0 34 -0,18 Por semelhança de triângulos, temos: 1,18 29,5 = 𝑌1 28 = 𝑌2 26,5 0,18 4,5 = 𝑌3 1,5 = 𝑌4 3,0 B. Determinar os valores limites de RA (RA max(+) e RA max(-)); RA max(+) 𝑅𝐴 max(+) = 119,01(1,18 + 1,12 + 1,06) + 1,18 ∙ 29,5 2 ∙ 19,65 = 741,88𝑘𝑁 RA max(-) 𝑅𝐴 max(−) = −119,01(0,18 + 0,12 + 0,06) − 0,18 ∙ 4,5 2 ∙ 19,65 = −50,80𝑘𝑁 C. Traçar a linhas de influência do esforço cortante/cisalhante QA (VA); D. Determinar o valor limite de QA (QAmax(+) e QAmax(-)) para o carregamento apresentado; QA max(+). 𝑄𝐴 max(+) = 119,01(1,0 + 0,94 + 0,88) + 1,0 ∙ 25 2 ∙ 19,65 + 0,18 ∙ 4,5 2 ∙ 19,65 = 589,19𝑘𝑁 QA max(-) 𝑄𝐴 max(−) = −119,01(0,18 + 0,12 + 0,06) − 0,18 ∙ 4,5 2 ∙ 19,65 = −50,80𝑘𝑁 E. Traçar a linha de influência de Momento fletor no ponto A (MA); 𝑀𝑆 = −1(4,5 − 𝑥) = −4,5 + 𝑥 x (metros) RA (kN) 0 -4,5 4,5 0,0 F. Determinar os valores limites de MA (MAmax(+) e MAmax(-)) para o trem-tipo apresentado: MA max(+) 𝑀𝐴 max(+) = 0𝑘𝑁.𝑚 MA max(-) 4,5 4,5 = 𝑌1 3,0 = 𝑌2 1,5 = 1,0 𝑌1 = 3,0 𝑌2 = 1,5 𝑀𝐴 max(−) = −119,01(4,5 + 3,0 + 1,5) − 4,5 ∙ 4,5 2 ∙ 19,65 = −1.270,04𝑘𝑁.𝑚 G. Elaborar Pré-dimensionamento das longarinas principais da Ponte (Seções 1 a 6); Definição dos coeficientes de ponderação dinâmicos/estáticos dos esforços da viga IMPACTO VERTICAL: Face à complexidade dos efeitos causadores do impacto, a sua determinação é feita por processos experimentais. A NBR 7187/2003 determina a seguinte expressão para o coeficiente de impacto em pontes rodoviárias: = 1,4 - 0,007l > 1,0 Sendo: l = comprimento de cada vão teórico do elemento carregado, em metros. Para o problema proposto, tem-se: l = 4,5+25+4,5 = 34 m = 1,4-0,007x34 = 1,16 No entanto, a atual NBR 7188/2013 estabelece 3 coeficientes de ponderação distintos: CIV = Coeficiente de Impacto Vertical CNF = Coeficiente de Número de Faixas CIA = Coeficiente de Impacto adicional 𝜑′ = 𝐶𝐼𝑉 × 𝐶𝑁𝐹 × 𝐶𝐼𝐴 Onde: CIV = 1,35 para estruturas com vão menor do que 10,0 metros 𝐶𝐼𝑉 = 1 + 1,06 ( 20 𝐿𝑖𝑣 + 50 ) 𝐶𝑁𝐹 = 1 − 0,05(𝑛 − 2) > 0,9 CIA = 1,25 (obras em concreto ou mistas) CIA = 1,15 (obras em aço) Seção 1: 𝐶𝐼𝑉 = 1 + 1,06 ( 20 34 + 50 ) = 1,25 𝐶𝑁𝐹 = 1 − 0,05(2 − 2) = 1,0 CIA = 1,25 𝜑′ = 1,25 × 1,0 × 1,25 = 1,56 ABNT NBR 8681:2003 - Ações e segurança nas estruturas - Procedimento Estados limites últimos (ELU) Coeficientes de ponderação para os estados limites últimos Carregamento normal γg = 1,35 γq = 1,50 Estados limites de serviço (ELS) Coeficiente de ponderação para os estados limites de serviço Carregamento normal 0 = 0,7 1 = 0,5 2 = 0,3 ABNT NBR 6118:2014 (Item 11 – Ações) γq – coeficiente de ponderação para as ações variáveis diretas γg – coeficiente de ponderação para as ações permanentes ψ0 – fator de redução de combinação para ELU ψ1 – fator de redução de combinação frequente para ELS ψ2 – fator de redução de combinação quase permanente para ELS k.2. Combinações de cálculo k.2.1. Envoltória das Solicitações últimas (ELU) ABNT NBR 8681:2003 - Ações e segurança nas estruturas – Procedimento ABNT NBR 6118:2014 (Item 11 – Ações) EQUAÇÃO SIMPLIFICADA: 𝑭𝒅(𝑬𝑳𝑼) = 𝜸𝒈𝑭𝒈𝒌 + 𝜸𝒒𝑭𝒒𝒌 k.2.1. Envoltória das Solicitações serviço (ELS) ABNT NBR 8681:2003 - Ações e segurança nas estruturas – Procedimento Verificação de Flecha Verificação de Fissuração ABNT NBR 6118:2014 (Item 11 – Ações) EQUAÇÃO SIMPLIFICADA (CQP) – Verificação de Flechas: 𝑭𝒅(𝑬𝑳𝑺) = 𝑭𝒈𝒌 + 𝟐𝝋𝑭𝒒𝒌 EQUAÇÃO SIMPLIFICADA (CF) – Verificação de fissuração: 𝑭𝒅(𝑬𝑳𝑺) = 𝑭𝒈𝒌 + 𝟏𝝋𝑭𝒒𝒌 Substituindo os esforços solicitantes, na seção 1, tem-se 𝑴+ = 𝑴𝒈𝒌 +𝝋𝑴𝒒𝒌 + = 𝟏𝟎𝟗𝟏, 𝟗𝟕 + 𝟏, 𝟏𝟔 × (𝟎) = +𝟏𝟎𝟗𝟏, 𝟗𝟕𝒌𝑵.𝒎 𝑴− = 𝑴𝒈𝒌 + 𝝋𝑴𝒒𝒌 − = 𝟏𝟎𝟗𝟏, 𝟗𝟕 + 𝟏, 𝟏𝟔 × (−𝟏𝟐𝟕𝟎,𝟎𝟒) = −𝟑𝟖𝟏, 𝟐𝟖𝒌𝑵.𝒎 𝑴𝒅(𝑬𝑳𝑼) + = 𝜸𝒈𝑴𝒈𝒌 + 𝜸𝒒𝝋𝑴𝒒𝒌 + 𝑴𝒅(𝑬𝑳𝑼) + = 𝟏, 𝟒𝑴𝒈𝒌 + 𝟏, 𝟒𝝋𝑴𝒒𝒌 + = 𝟏, 𝟒 × (−𝟏𝟎𝟗𝟏, 𝟗𝟕) + 𝟏, 𝟒 × 𝟏, 𝟏𝟔 × (𝟎) = −𝟏𝟓𝟐𝟖, 𝟕𝟔𝒌𝑵.𝒎 𝑴𝒅(𝑬𝑳𝑼) − = 𝟏, 𝟒𝑴𝒈𝒌 + 𝟏, 𝟒𝝋𝑴𝒒𝒌 + = 𝟏, 𝟒 × (−𝟏𝟎𝟗𝟏, 𝟗𝟕) + 𝟏, 𝟒 × 𝟏, 𝟏𝟔 × (−𝟏𝟐𝟕𝟎, 𝟎𝟒) = −𝟑𝟓𝟗𝟏,𝟑𝟎𝒌𝑵.𝒎 Pré-dimensionamento da longarina segundo a NBR 6118/2014 Seção 1: Adotar Md = - 3591,30 kN.m = - 359130 kN.cm Não pode ser dimensionado como viga T. Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm 2 f𝑐 = 0,85𝑓𝑐𝑘 𝛾𝑐 = 0,85 × 30 1,4 = 18,21𝑀𝑃𝑎 = 1,821 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝑘 = 359130 1,821 × 45 × 1902 = 0,1214 < 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 0 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,1214) = 46,49𝑐𝑚2 ≈ 46,5𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 46,5 4,909 = 9,47𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 10𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Cálculo da ferragem na região comprimida: 𝐴𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 0,15 × 𝐴𝑐 100 = 0,15 × 45 × 200 100 = 13,5𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 13,5 4,909 = 2,75𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 3𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Croqui do detalhamento da viga na seção 1: Da mesma forma encontraremos a envoltória de momentos para as outras seções: Seçã o Posiçã o x (m) 𝑴𝒈( 𝒌𝑵.𝒎) 𝑴𝒒 +(𝒌𝑵.𝒎) 𝑴𝒒 −(𝒌𝑵.𝒎) 𝑴𝒅(𝑬𝑳𝑼) + ( 𝒌𝑵.𝒎) 𝑴𝒅(𝑬𝑳𝑼) + (𝒌𝑵.𝒎) 0 0 0 0 0 0,00 0,00 1e 5e -1091,97 0 -1270,04 -1528,76 -3591,30 1d 5d -1091,97 0 -1270,04 -1528,76 -3591,30 2 7,5 435,86 1302,42 -1162,94 2725,33 -1278,41 3 10 1592,22 2303,51 -1055,83 5970,01 514,44 4 12,5 2437,16 3003,28 -948,72 8289,35 1871,30 5 15 2960,22 3404,71 -841,61 9673,56 2777,53 6 17,5 3161,41 3588,08 -734,5 10253,02 3233,15 Seção 0: Como a seção 0 não tem momento aplicado, usaremos a armadura para encontrarmos a área de aço submetida a flexão dada por: 𝐴𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 0,173 × 𝐴𝑐 100 = 0,173 × 25 × 200 100 = 8,65𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 8,65 4,909 = 1,76𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 𝑃𝑎𝑟𝑎𝑚𝑒𝑙ℎ𝑜𝑟𝑑𝑖𝑠𝑡𝑟𝑖𝑏𝑢𝑖çã𝑜𝑛𝑎𝑣𝑖𝑔𝑎𝑢𝑡𝑖𝑙𝑖𝑧𝑎𝑟𝑒𝑚𝑜𝑠4𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚Seção 2: Pode ser dimensionada como viga T. 𝑐 = 0,1𝑚 𝑏2 = 5,00 − 0,1 = 4,9𝑚 𝑏1 ≤ { 0,5𝑏2 0,1𝑎 } 𝑏1 ≤ { 0,5 ∗ 4,9𝑚 0,1 ∗ 15𝑚 } 𝑏1 ≤ { 2,45𝑚 1,5𝑚 } 𝑏1 = 1,5𝑚 𝑏3 ≤ { 𝑏4 0,1𝑎 } 𝑏3 ≤ { 1,65𝑚 1,50𝑚 } 𝑏3 = 1,5𝑚 𝑏𝑤 = 0,33𝑚 𝑏𝑓 = 𝑏1 + 𝑏𝑤 + 𝑏3 𝑏𝑓 = 1,50 + 0,33 + 1,50 𝑏𝑓 = 3,33𝑚 ℎ𝑓 = 0,20𝑚 h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm Para as seções 3, 4, 5 e 6 teremos: 𝑐 = 0,1𝑚 𝑏2 = 5,00 − 0,1 = 4,9𝑚 𝑏1 ≤ { 0,5𝑏2 0,1𝑎 } 𝑏1 ≤ { 0,5 ∗ 4,9𝑚 0,1 ∗ 15𝑚 } 𝑏1 ≤ { 2,45𝑚 1,5𝑚 } 𝑏1 = 1,5𝑚 𝑏3 ≤ { 𝑏4 0,1𝑎 } 𝑏3 ≤ { 1,65𝑚 1,50𝑚 } 𝑏3 = 1,5𝑚 𝑏𝑤 = 0,30𝑚 𝑏𝑓 = 𝑏1 + 𝑏𝑤 + 𝑏3 𝑏𝑓 = 1,50 + 0,30 + 1,50 𝑏𝑓 = 3,30𝑚 ℎ𝑓 = 0,20𝑚 h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm Para realizarmos o dimensionamento da armadura longitudinal positiva, será utilizado o cálculo conforme procedimento para armaduras de vigas T, conforme proposto por Porto & Fernandes (2015), verificando inicialmente se a linha neutra corta ou não a mesa. Para realizar este procedimento é necessário comparar se: 𝑀𝑟𝑒𝑓 ≤ 𝑀𝑑 Onde: 𝑀𝑟𝑒𝑓é o momento de referência 𝑀𝑑 é o momento de cálculo O momento de referência é calculado da seguinte fórmula: (09) 𝑀𝑟𝑒𝑓 = 𝑓𝑐 ∗ 𝑏𝑓 ∗ ℎ𝑓 (𝑑 − ℎ𝑓 2 ) Onde: 𝑓𝑐 é a resistência final de cálculo do concreto: 𝑏𝑓 é a largura da mesa colaborante ℎ𝑓 é a espessura da laje d é a altura útil, atribuindo-se um d’=0,05m: 𝑑 = ℎ − 𝑑’ = 2 − 0,05 = 1,95𝑚 𝑀𝑟𝑒𝑓 = 15178,57 ∗ 3,33 ∗ 0,2 (1,9 − 0,2 2 ) = 18.196,07𝑘𝑁.𝑚 O 𝑀𝑑será o maior momento de cálculo encontrado, que no caso será 6593,17kN.m, assim 𝑀𝑟𝑒𝑓 ≥ 𝑀𝑑, logo a linha neutra não corta a mesa, assim deve se considerar a seção como uma seção retangular comum. 𝑘 = 272533 1,821 × 333 × 1902 = 0,0124 < 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 0 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 333 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,0124) = 33,20𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 33,20 4,909 = 6,76𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 7𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Os outros valores seguindo a geometria da seção serão iguais, logo podemos elaborar a seguinte tabela para encontrar a área de aço para cada seção de 2 a 6, utilizaremos o maior momento para cada seção: Seção 2: Adotar Md = +2735,33 kN.m = +273533 kN.cm e Md = −1278,41 kN.m = -1278,41 kN.cm Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm 2 f𝑐 = 0,85𝑓𝑐𝑘 𝛾𝑐 = 0,85 × 30 1,4 = 18,21𝑀𝑃𝑎 = 1,821 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Cálculo da ferragem na região comprimida: 𝑘 = 273533 1,821 × 45 × 1902 = 0,092 < 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 0 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,092) = 34,62𝑐𝑚2 ≈ 34,6𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 34,6 4,909 = 7,05𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 8𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Cálculo da ferragem na região tracionada: 𝑘 = 127841 1,821 × 45 × 1902 = 0,043 < 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 0 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,043) = 15,74𝑐𝑚2 ≈ 15,7𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 15,7 4,909 = 3,2𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 4𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Croqui do detalhamento da viga na seção 2: Seção 3: Adotar Md = +5970,00 kN.m = +597000 kN.cm Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm 2 f𝑐 = 0,85𝑓𝑐𝑘 𝛾𝑐 = 0,85 × 30 1,4 = 18,21𝑀𝑃𝑎 = 1,821 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Cálculo da ferragem na região comprimida: 𝑘 = 597000 1,821 × 45 × 1902 = 0,202 < 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 0 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,202) = 81,63𝑐𝑚2 ≈ 81,6𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 81,6 4,909 = 16,62𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 17𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Cálculo da ferragem na região tracionada: 𝐴𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 0,15 × 𝐴𝑐 100 = 0,15 × 45 × 200 100 = 13,5𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 13,5 4,909 = 2,75𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 3𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Croqui do detalhamento da viga na seção 3: Seção 4: Adotar Md = +8289,35 kN.m = +828935 kN.cm Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm 2 f𝑐 = 0,85𝑓𝑐𝑘 𝛾𝑐 = 0,85 × 30 1,4 = 18,21𝑀𝑃𝑎 = 1,821 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Cálculo da ferragem na região comprimida: 𝑘 = 828935 1,821 × 45 × 1902 = 0,280 < 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 0 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,280) = 120,55𝑐𝑚2 ≈ 120,5𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋3,22 4 = 8,042𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 81,6 8,042 = 10,15𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 11𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒32𝑚𝑚 Cálculo da ferragem na região tracionada: 𝐴𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 0,15 × 𝐴𝑐 100 = 0,15 × 45 × 200 100 = 13,5𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 13,5 4,909 = 2,75𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 3𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Croqui do detalhamento da viga na seção 4: Seção 5: Adotar Md =+ 9673,55 kN.m = +967355 kN.cm Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm 2 f𝑐 = 0,85𝑓𝑐𝑘 𝛾𝑐 = 0,85 × 30 1,4 = 18,21𝑀𝑃𝑎 = 1,821 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Cálculo da ferragem na região comprimida: 𝑘 = 967355 1,821 × 45 × 1902 = 0,327 > 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘𝐿 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (0,327 − 0,295) 1 − ( 10 190 ) = 12,095𝑐𝑚2 ≈ 12,1𝑐𝑚² 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,327) = 147,45𝑐𝑚2 ≈ 147,5𝑐𝑚2 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 + 𝐴𝑠2 = 12,1 + 147,5 = 159,55𝑐𝑚² Considerando-se bitola de 32 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋3,22 4 = 8,042𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 159,55 8,042 = 19,84𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 20𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒32𝑚𝑚 Cálculo da ferragem na região tracionada: 𝐴𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 0,15 × 𝐴𝑐 100 = 0,15 × 45 × 200 100 = 13,5𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 13,5 4,909 = 2,75𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 3𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Croqui do detalhamento da viga na seção 5: Seção 6: Adotar Md =+ 10253,01 kN.m = + 1025301 N.cm Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm 2 f𝑐 = 0,85𝑓𝑐𝑘 𝛾𝑐 = 0,85 × 30 1,4 = 18,21𝑀𝑃𝑎 = 1,821 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Cálculo da ferragem na região comprimida: 𝑘 = 1025301 1,821 × 45 × 1902 = 0,346 > 𝑘𝐿 = 0,295 → 𝑘𝐿 = 𝑘′ 𝐴𝑠 ′ = 𝐴𝑠2 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (0,346 − 0,295) 1 − ( 10 190 ) = 19,28𝑐𝑚2 ≈ 19,3𝑐𝑚² 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 = 1,821 × 45 × 190 43,48 × (1 − √1 − 2 × 0,346) = 159,36𝑐𝑚2 ≈ 159,4𝑐𝑚2 𝐴𝑠 = 𝐴𝑠1 + 𝐴𝑠2 = 19,3 + 159,4 = 178,7𝑐𝑚² Considerando-se bitola de 32 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋3,22 4 = 8,042𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 178,7 8,042 = 22,22𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 23𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒32𝑚𝑚 Cálculo da ferragem na região tracionada: 𝐴𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 0,15 × 𝐴𝑐 100 = 0,15 × 45 × 200 100 = 13,5𝑐𝑚2 Considerando-se bitola de 25 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=25 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋2,52 4 = 4,909𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 13,5 4,909 = 2,75𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 3𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒25𝑚𝑚 Croquido detalhamento da viga na seção 6: g.3.1. Armadura longitudinal; Armadura longitudinal k.3.2. Armadura transversal (estribos) SEÇÃO 1: Diagrama de Cortante (Carga permanente) Carga acidental LINHA DE INFLUENCIA DAS FORÇAS CORTANTES (S1) Combinações de cálculo: V1 e = Vgk +φVqk = −371,29 + 1,16 × (−445,45) = −888,01kN (V1 d) 𝑚𝑎𝑥 = Vgk +φVqk = 678,97 + 1,16 × (589,19) = 1362,43kN (V1 d) 𝑚𝑖𝑛 = Vgk +φVqk = 678,97 + 1,16 × (−50,80) = 620,04kN Vd(ELU) + = γgVgk + γqφVqk + Vd(ELU) + = 1,35Vgk + 1,50φVqk + Vd(ELU) 1e = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1e = 1,4 × (−371,29) + 1,4 × 1,16 × (−445,45) = −1243,22kN Vd(ELU) 1d = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1d = 1,4 × (678,97) + 1,4 × 1,16 × (589,19) = 1907,40kN DIMENSIONAMENTO Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm 2 wd2 = 0,509 kN/cm 2 c0 = 0,087 kN/cm 2 w,min = 0,116 Seção 1e: (i) Verificação da biela comprimida do concreto 𝜏𝑤𝑑 = V𝑑 𝑏𝑤𝑑 = 1243,22 45 × 190 = 0,1454 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 𝜏𝑤𝑑2 = 0,509kN/cm2 Não haverá ruptura da biela comprimida de concreto. (ii) Dimensionamento do estribo 𝐴𝑠𝑤 = 𝜌𝑤𝑏𝑤 𝜌𝑤 = 100 ( 𝜏𝑤𝑑 − 𝜏𝑐0 39,15 ) = 100 ( 0,1454 − 0,087 39,15 ) = 0,149 > 𝜌𝑤,𝑚𝑖𝑛 = 0,116 Assim: 𝐴𝑠𝑤 = 0,149 × 45 = 6,71( 𝑐𝑚2 𝑚 𝑃𝑒𝑟𝑛𝑎 ⁄ ) Logo, para 2 pernas, tem-se: 𝐴𝑠𝑤 = 6,71 2 = 3,353 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 8.0 C/ 14 Seção 1d: (iii) Verificação da biela comprimida do concreto 𝜏𝑤𝑑 = V𝑑 𝑏𝑤𝑑 = 1907,40 45 × 190 = 0,223 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 𝜏𝑤𝑑2 = 0,509kN/cm2 Ok, Não haverá ruptura da biela comprimida de concreto. (iv) Dimensionamento do estribo 𝐴𝑠𝑤 = 𝜌𝑤𝑏𝑤 𝜌𝑤 = 100 ( 𝜏𝑤𝑑 − 𝜏𝑐0 39,15 ) = 100 ( 0,223 − 0,087 39,15 ) = 0,3476 > 𝜌𝑤,𝑚𝑖𝑛 = 0,116 Assim: 𝐴𝑠𝑤 = 0,3476 × 45 = 15,64( 𝑐𝑚2 𝑚 𝑃𝑒𝑟𝑛𝑎 ⁄ ) Logo, para 2 pernas, tem-se: 𝐴𝑠𝑤 = 15,64 2 = 7,82 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 12.5 C/ 15 Croqui do detalhamento do estribo Ou Estribo duplo com 4 pernas: 𝐴𝑠𝑤 = 15,64 4 = 3,91 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 2x 10.0 C/ 20 𝐴𝑠𝑤,𝑐𝑜𝑠𝑡𝑒𝑙𝑎 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ = 0,1 100 × 𝑏ℎ = 0,1 100 × 45 × 200 = 9𝑐𝑚2 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ Considerando-se bitola de 12.5 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=12.5 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋1,252 4 = 1,23𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 9 1,23 = 7,33𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 8𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒12.5𝑚𝑚/𝑓𝑎𝑐𝑒 CROQUI Seção 2: Diagrama de Cortante (Carga permanente) Carga acidental Combinações de cálculo: V2 = Vgk + φVqk = 534,85 + 1,16 × (506,82) = 1122,76kN V2 = Vgk + φVqk = 534,85 + 1,16 × (−67,48) = 456,57kN Vd(ELU) + = γgVgk + γqφVqk + Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1e = 1,4 × (534,85) + 1,4 × 1,16 × (506,82) = +1571,86kN Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1d = 1,4 × (534,85) + 1,4 × 1,16 × (−67,48) = +639,20kN DIMENSIONAMENTO Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm2 wd2 = 0,509 kN/cm2 c0 = 0,087 kN/cm2 w,min = 0,116 (i) Verificação da biela comprimida do concreto 𝜏𝑤𝑑 = V𝑑 𝑏𝑤𝑑 = 1571,86 45 × 190 = 0,184 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 𝜏𝑤𝑑2 = 0,509kN/cm2 Não haverá ruptura da biela comprimida de concreto. (ii) Dimensionamento do estribo 𝐴𝑠𝑤 = 𝜌𝑤𝑏𝑤 𝜌𝑤 = 100 ( 𝜏𝑤𝑑 − 𝜏𝑐0 39,15 ) = 100 ( 0,184 − 0,087 39,15 ) = 0,247 > 𝜌𝑤,𝑚𝑖𝑛 = 0,116 Assim: 𝐴𝑠𝑤 = 0,247 × 45 = 11,15( 𝑐𝑚2 𝑚 𝑃𝑒𝑟𝑛𝑎 ⁄ ) Logo, para 2 pernas, tem-se: 𝐴𝑠𝑤 = 11,15 2 = 5,575 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 10.0 C/ 14 Croqui do detalhamento do estribo Ou Estribo duplo com 4 pernas: 𝐴𝑠𝑤 = 11,15 4 = 2,79 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 2x 10.0 C/ 27 g.3.3. Armadura de pele (costela) 𝐴𝑠𝑤,𝑐𝑜𝑠𝑡𝑒𝑙𝑎 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ = 0,1 100 × 𝑏ℎ = 0,1 100 × 45 × 200 = 9𝑐𝑚2 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ Considerando-se bitola de 12.5 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=12.5 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋1,252 4 = 1,23𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 9 1,23 = 7,33𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 8𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒12.5𝑚𝑚/𝑓𝑎𝑐𝑒 CROQUI Seção 3: Diagrama de Cortante (Carga permanente) Carga acidental Combinações de cálculo: V2 = Vgk + φVqk = 402,30 + 1,16 × (429,36) = +900,36kN V2 = Vgk + φVqk = 402,30 + 1,16 × (−60,63) = +331,97kN Vd(ELU) + = γgVgk + γqφVqk + Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1e = 1,4 × (402,30) + 1,4 × 1,16 × (429,36) = +1260,50kN Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1d = 1,4 × (402,30) + 1,4 × 1,16 × (−60,63) = +464,76kN DIMENSIONAMENTO Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm2 wd2 = 0,509 kN/cm2 c0 = 0,087 kN/cm2 w,min = 0,116 (i) Verificação da biela comprimida do concreto 𝜏𝑤𝑑 = V𝑑 𝑏𝑤𝑑 = 1260,5 45 × 190 = 0,147 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 𝜏𝑤𝑑2 = 0,509kN/cm2 Não haverá ruptura da biela comprimida de concreto. (ii) Dimensionamento do estribo 𝐴𝑠𝑤 = 𝜌𝑤𝑏𝑤 𝜌𝑤 = 100 ( 𝜏𝑤𝑑 − 𝜏𝑐0 39,15 ) = 100 ( 0,147 − 0,087 39,15 ) = 0,154 > 𝜌𝑤,𝑚𝑖𝑛 = 0,116 Assim: 𝐴𝑠𝑤 = 0,154 × 45 = 6,93( 𝑐𝑚2 𝑚 𝑃𝑒𝑟𝑛𝑎 ⁄ ) Logo, para 2 pernas, tem-se: 𝐴𝑠𝑤 = 6,93 2 = 3,47 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 8.0 C/ 14 Croqui do detalhamento do estribo Ou Estribo duplo com 4 pernas: 𝐴𝑠𝑤 = 6,93 4 = 1,73 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 2x 5.0 C/ 11 g.3.3. Armadura de pele (costela) 𝐴𝑠𝑤,𝑐𝑜𝑠𝑡𝑒𝑙𝑎 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ = 0,1 100 × 𝑏ℎ = 0,1 100 × 45 × 200 = 9𝑐𝑚2 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ Considerando-se bitola de 12.5 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=12.5 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋1,252 4 = 1,23𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 9 1,23 = 7,33𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 8𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒12.5𝑚𝑚/𝑓𝑎𝑐𝑒 CROQUI Seção 4: Diagrama de Cortante (Carga permanente) Combinações de cálculo: V2 = Vgk + φVqk = 273,55 + 1,16 × (356,81) = +687, ,45kN V2 = Vgk + φVqk = 273,55 + 1,16 × (−258,56) = −26,38kN Vd(ELU) + = γgVgk + γqφVqk + Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1e = 1,4 × (273,55) + 1,4 × 1,16 × (356,81) = +962,43kN Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1d = 1,4 × (273,55) + 1,4 × 1,16 × (−258,56) = −36,93kN DIMENSIONAMENTO Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm2 wd2 = 0,509 kN/cm2 c0 = 0,087 kN/cm2 w,min = 0,116 (i) Verificação da biela comprimida do concreto 𝜏𝑤𝑑 = V𝑑 𝑏𝑤𝑑 = 962,43 45 × 190 = 0,113 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 𝜏𝑤𝑑2 = 0,509kN/cm2 Não haverá ruptura da biela comprimida de concreto. (ii) Dimensionamento do estribo 𝐴𝑠𝑤 = 𝜌𝑤𝑏𝑤 𝜌𝑤 = 100 ( 𝜏𝑤𝑑 − 𝜏𝑐0 39,15 ) = 100 ( 0,150 − 0,087 39,15 ) = 0,161 > 𝜌𝑤,𝑚𝑖𝑛 = 0,116 Assim: 𝐴𝑠𝑤 = 0,113 × 45 = 5,08( 𝑐𝑚2 𝑚 𝑃𝑒𝑟𝑛𝑎 ⁄ ) Logo, para 2 pernas, tem-se: 𝐴𝑠𝑤 = 5,08 2 = 2,54 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 6.3 C/ 12 Croqui do detalhamento do estribo: Estribo duplo com 4 pernas: 𝐴𝑠𝑤 = 5,08 4 = 1,27 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 2x 5.0 C/ 15 g.3.3. Armadura de pele (costela) 𝐴𝑠𝑤,𝑐𝑜𝑠𝑡𝑒𝑙𝑎 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ = 0,1 100 × 𝑏ℎ = 0,1 100 × 45 × 200 = 9𝑐𝑚2 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ Considerando-se bitola de 12.5 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=12.5 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋1,252 4 = 1,23𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 9 1,23 = 7,33𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 8𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒12.5𝑚𝑚/𝑓𝑎𝑐𝑒 CROQUI Seção 5: Diagrama de Cortante (Carga permanente) Combinações de cálculo: V2 = Vgk + φVqk = 144,80 + 1,16 × (289,18) = +480,24kN V2 = Vgk + φVqk = 144,80 + 1,16 × (−90,10) + 40,28kN Vd(ELU) + = γgVgk + γqφVqk + Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1e = 1,4 × (144,80) + 1,4 × 1,16 × (289,18) = +672,35kN Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1d = 1,4 × (144,80) + 1,4 × 1,16 × (−90,10) = 56,40kN DIMENSIONAMENTO Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm2 wd2 = 0,509 kN/cm2 c0 = 0,087 kN/cm2 w,min= 0,116 (i) Verificação da biela comprimida do concreto 𝜏𝑤𝑑 = V𝑑 𝑏𝑤𝑑 = 672,35 45 × 190 = 0,079 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 𝜏𝑤𝑑2 = 0,509kN/cm2 Não haverá ruptura da biela comprimida de concreto. (ii) Dimensionamento do estribo 𝐴𝑠𝑤 = 𝜌𝑤𝑏𝑤 𝜌𝑤 = 100 ( 𝜏𝑤𝑑 − 𝜏𝑐0 39,15 ) = 100 ( 0,079 − 0,087 39,15 ) = 0,204 > 𝜌𝑤,𝑚𝑖𝑛 = 0,116 Assim: 𝐴𝑠𝑤 = 0,204 × 45 = 9,18( 𝑐𝑚2 𝑚 𝑃𝑒𝑟𝑛𝑎 ⁄ ) Logo, para 2 pernas, tem-se: 𝐴𝑠𝑤 = 9,8 2 = 4,59 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 10 C/ 17 Croqui do detalhamento do estribo Ou Estribo duplo com 4 pernas: 𝐴𝑠𝑤 = 9,8 4 = 2,45 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 2x 6.3 C/ 12 g.3.3. Armadura de pele (costela) 𝐴𝑠𝑤,𝑐𝑜𝑠𝑡𝑒𝑙𝑎 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ = 0,1 100 × 𝑏ℎ = 0,1 100 × 45 × 200 = 9𝑐𝑚2 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ Considerando-se bitola de 12.5 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=12.5 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋1,252 4 = 1,23𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 9 1,23 = 7,33𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 8𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒12.5𝑚𝑚/𝑓𝑎𝑐𝑒 CROQUI Seção 6: Diagrama de Cortante (Carga permanente) Carga acidental Combinações de cálculo: V2 = Vgk + φVqk = 16,10 + 1,16 × (226,46) = +278,79kN V2 = Vgk + φVqk = 16,10 + 1,16 × (−112,21) = −129,06kN Vd(ELU) + = γgVgk + γqφVqk + Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1e = 1,4 × (16,10) + 1,4 × 1,16 × (226,46) = +390,31kN Vd(ELU) = 1,4Vgk + 1,4φVqk 1d = 1,4 × (16,10) + 1,4 × 1,16 × (−112,21) = −159,89kN DIMENSIONAMENTO Dados Iniciais: fck = 30 MPa bw =45 cm h = 200 cm h = d + d’ d’ = 10 cm d = 190 cm fyd = 43,48 kN/cm2 wd2 = 0,509 kN/cm2 c0 = 0,087 kN/cm2 w,min = 0,116 (i) Verificação da biela comprimida do concreto 𝜏𝑤𝑑 = V𝑑 𝑏𝑤𝑑 = 390,31 45 × 190 = 0,045 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 𝜏𝑤𝑑2 = 0,509kN/cm2 Não haverá ruptura da biela comprimida de concreto. (ii) Dimensionamento do estribo 𝐴𝑠𝑤 = 𝜌𝑤𝑏𝑤 𝜌𝑤 = 100 ( 𝜏𝑤𝑑 − 𝜏𝑐0 39,15 ) = 100 ( 0,045 − 0,087 39,15 ) = 0,172 > 𝜌𝑤,𝑚𝑖𝑛 = 0,116 Assim: 𝐴𝑠𝑤 = 0,172 × 45 = 7,74( 𝑐𝑚2 𝑚 𝑃𝑒𝑟𝑛𝑎 ⁄ ) Logo, para 2 pernas, tem-se: 𝐴𝑠𝑤 = 7,74 2 = 3,87 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 8 C/ 13 Croqui do detalhamento do estribo Ou Estribo duplo com 4 pernas: 𝐴𝑠𝑤 = 7,74 4 = 1,94 𝑐𝑚2 𝑚 Adotar 2x 5 C/ 10 g.3.3. Armadura de pele (costela) 𝐴𝑠𝑤,𝑐𝑜𝑠𝑡𝑒𝑙𝑎 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ = 0,1 100 × 𝑏ℎ = 0,1 100 × 45 × 200 = 9𝑐𝑚2 𝑓𝑎𝑐𝑒⁄ Considerando-se bitola de 12.5 mm, temos: 𝐴𝑠 𝜙=12.5 = 𝜋𝜙2 4 = 𝜋1,252 4 = 1,23𝑐𝑚2 Número de Barras de aço: 𝑁𝑜 = 9 1,23 = 7,33𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 ≈ 8𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠𝑑𝑒12.5𝑚𝑚/𝑓𝑎𝑐𝑒 CROQUI g.4. Verificação da fadiga: Seção 1: CARGA PERMANETE = g CARGA ACIDENTAL = q 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 + 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 =−1091,97 + 0,5 × 1,16 × (0) = −1091,97𝑘𝑁.𝑚 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑖𝑛 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 − 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = −1091,97 + 0,5 × 1,16 × (−1270,04) = −1828,59𝑘𝑁.𝑚 Cálculo da Posição da Linha Neutra (x): Dado: αe = 10 𝐴𝑠 ∗ = (325 − 45)20 10 = 560 𝐴 = 10(50 + 0 + 560) 45 = 135,56 𝑑𝑜 = 50 × 190 + 0 + 560 ( 20 2 ) 50 + 0 + 560 = 24,75 𝑥 = 135,56(−1 + √1 + 2 × 24,75 135,56 ) = 37,0𝑐𝑚 𝐼𝐼𝐼 = 325 × 373 3 − (325 − 45) ∙ (37 − 0)3 3 + 10[50(190 − 37)2 + 0] = 12464295𝑐𝑚4 A tensão no concreto será dada por: 𝜎𝑐,𝑚𝑎𝑥 = 1828,59 × 100 × 37 12464295 = 0,54 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 A tensão no aço será dada por: 𝜎𝑠,𝑚𝑎𝑥 = 10 × 0,54 ( 190 − 37 37 ) = 22,33 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑐,𝑚𝑖𝑛 = 1091,97 × 100 × 37 12464295 = 0,32 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 10 × 0,32 ( 190 − 37 37 ) = 13,23 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 22,33 − 13,23 = 9,09 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 9,09 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 10,5 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Conclusão: Não ocorrerá fadiga Seção 2: 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 + 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 435,86 + 0,5 × 1,16 × (1302,42) = 1191,26𝑘𝑁.𝑚 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑖𝑛 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 − 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 435,86 + 0,5 × 1,16 × (−1162,94) = −238,64𝑘𝑁.𝑚 Cálculo da Posição da Linha Neutra (x): Dado: αe = 10 𝐴𝑠 ∗ = (325 − 33)20 10 = 584 𝐴 = 10(35 + 0 + 584) 33 = 187,58 𝑑𝑜 = 35 × 190 + 0 + 560 ( 20 2 ) 50 + 0 + 560 = 20,08 𝑥 = 187,58(−1 + √1 + 2 × 20,08 187,58 ) = 38,17𝑐𝑚 𝐼𝐼𝐼 = 325 × 38,173 3 − (325 − 33) ∙ (38,17 − 20)3 3 + 10[35(190 − 38,17)2 + 0] = 2627600,74𝑐𝑚4 A tensão no concreto será dada por: 𝜎𝑐,𝑚𝑎𝑥 = 1191,26 × 100 × 38,17 2627600,74 = 0,096 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 A tensão no aço será dada por: 𝜎𝑠,𝑚𝑎𝑥 = 10 × 0,096 ( 190 − 38,17 38,17 ) = 0,183 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑐,𝑚𝑖𝑛 = 238,65 × 100 × 38,17 2627600,74 = 0,183 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 10 × 0,183 ( 190 − 38,17 38,17 ) = 7,28 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 18,53 − 7,28 = 11,25 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 11,25 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 > 10,5 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Conclusão: Para evitar fadiga, deve-se aumentar a taxa de armadura (processo iterativo) Por regra de 3, a armadura mínima necessária é: 𝐴𝑠 = 11,25 10,5 × 130 = 139,28𝑐𝑚2 Seção 3: CARGA 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 + 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1592,22 + 0,5 × 1,16 × (2303,51) = 2928,26𝑘𝑁.𝑚 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑖𝑛 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 − 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1592,22 + 0,5 × 1,16 × (−1055,83) = −979,84𝑘𝑁.𝑚 Cálculo da Posição da Linha Neutra (x): Dado: αe = 10 𝐴𝑠 ∗ = (325 − 25)20 10 = 600 𝐴 = 10(75 + 0 + 600) 25 = 270 𝑑𝑜 = 75 × 190 + 0 + 600 ( 20 2 ) 75 + 0 + 600 = 30 𝑥 = 270(−1 + √1 + 2 × 30 270 ) = 39,21𝑐𝑚 𝐼𝐼𝐼 = 325 × 39,213 3 − (325 − 25) ∙ (39,21 − 20)3 3 + 10[75(190 − 39,21)2 + 0] = 22874916𝑐𝑚4 A tensão no concreto será dada por: 𝜎𝑐,𝑚𝑎𝑥 = 2928,26 × 100 × 39,21 22874916 = 0,50 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 A tensão no aço será dada por: 𝜎𝑠,𝑚𝑎𝑥 = 10 × 0,50 ( 190 − 39,21 39,21 ) = 19,22 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑐,𝑚𝑖𝑛 = 979,84 × 100 × 39,21 22874916 = 0,17 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 10 × 0,17 ( 190 − 39,21 39,21 ) = 6,54 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 19,22 − 6,54 = 12,68 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 12,68 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 > 10,5 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Conclusão: Para evitar fadiga, deve-se aumentar a taxa de armadura (processo iterativo) Por regra de 3, a armadura mínima necessária é: 𝐴𝑠 = 12,68 10,5 × 130 = 156,99𝑐𝑚2 Seção 4: 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 + 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 2437,16 + 0,5 × 1,16 × (3003,28) = 4179,06𝑘𝑁.𝑚 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑖𝑛 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 − 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 2437,16 + 0,5 × 1,16 × (−948,72) = 1886,90𝑘𝑁.𝑚 Cálculo da Posição da Linha Neutra (x): Dado: αe = 10 𝐴𝑠 ∗ = (325 − 25)20 10 = 600 𝐴 = 10(105 + 0 + 600) 25 = 282 𝑑𝑜 = 105 × 190 + 0 + 600 ( 20 2 ) 105 + 0 + 600 = 36,80 𝑥 = 282(−1 + √1 + 2 × 36,80 282 ) = 39,31𝑐𝑚 𝐼𝐼𝐼 = 325 × 39,313 3 − (325 − 25) ∙ (39,31 − 20)3 3 + 10[105(190 − 39,31)2 + 0] = 29703513,2𝑐𝑚4 A tensão no concreto será dada por: 𝜎𝑐,𝑚𝑎𝑥 = 4179,06 × 100 × 39,31 29703513,2 = 0,55 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 A tensão no aço será dada por: 𝜎𝑠,𝑚𝑎𝑥 = 10 × 0,55 ( 190 − 39,31 39,31 ) = 21,08 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑐,𝑚𝑖𝑛 = 1886,90 × 100 × 39,31 29703513,2 = 0,25 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 10 × 0,25 ( 190 − 39,31 39,31 ) = 9,58 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 21,08 − 9,58 = 11,50 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 11,50 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 > 10,5 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Conclusão: Para evitar fadiga, deve-se aumentar a taxa de armadura (processo iterativo) Por regra de 3, a armadura mínima necessária é: 𝐴𝑠 = 11,50 10,5 × 130 = 142,38𝑐𝑚2Seção 5: 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 + 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 2960,22 + 0,5 × 1,16 × (3404,71) = 4934,95𝑘𝑁.𝑚 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑖𝑛 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 − 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 2960,22 + 0,5 × 1,16 × (−841,61) = 2472,09𝑘𝑁.𝑚 Cálculo da Posição da Linha Neutra (x): Dados: αe = 10 𝐴𝑠 ∗ = (325 − 25)20 10 = 600 𝐴 = 10(125 + 0 + 600) 25 = 290 𝑑𝑜 = 125 × 190 + 0 + 600 ( 20 2 ) 125 + 0 + 600 = 41,03 𝑥 = 290(−1 + √1 + 2 × 41,03 290 ) = 38,47𝑐𝑚 𝐼𝐼𝐼 = 325 × 38,473 3 − (325 − 25) ∙ (38,47 − 20)3 3 + 10[125(190 − 38,47)2 + 0] = 35499540,4𝑐𝑚4 A tensão no concreto será dada por: 𝜎𝑐,𝑚𝑎𝑥 = 4934,95 × 100 × 38,47 35499540,4 = 0,53 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 A tensão no aço será dada por: 𝜎𝑠,𝑚𝑎𝑥 = 10 × 0,53 ( 190 − 38,47 38,47 ) = 20,87 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑐,𝑚𝑖𝑛 = 2472,09 × 100 × 38,47 35499540,4 = 0,27 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 10 × 0,27 ( 190 − 38,47 38,47 ) = 10,63 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 20,87 − 10,63 = 10,23 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 10,23 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 < 10,5 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Conclusão: Não ocorrerá fadiga Seção 6: 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 + 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 3161,41 + 0,5 × 1,16 × 3588,08 = 5242,50𝑘𝑁.𝑚 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑖𝑛 = 1,0𝑀𝑔𝑘 + 0,5𝜑𝑀𝑞𝑘 − 𝑀𝑑(𝐸𝐿𝑆) 𝑚𝑎𝑥 = 3161,41 + 0,5 × 1,16 × (−734,50) = 2735,40𝑘𝑁.𝑚 Cálculo da Posição da Linha Neutra (x): Dado: αe = 10 𝐴𝑠 ∗ = (325 − 25)20 10 = 600 𝐴 = 10(130 + 0 + 600) 25 = 292 𝑑𝑜 = 130 × 190 + 0 + 600 ( 20 2 ) 130 + 0 + 600 = 42,055 𝑥 = 292(−1 + √1 + 2 × 42,055 292 ) = 39,4𝑐𝑚 𝐼𝐼𝐼 = 325 × 39,43 3 − (325 − 25) ∙ (39,4 − 20)3 3 + 10[130(190 − 39,4)2 + 0] = 35.380.320,14𝑐𝑚4 𝜎𝑐,𝑚𝑎𝑥 = 5242,50 × 100 × 39,40 35.380.320,14 = 0,584 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 A tensão no aço será dada por: 𝜎𝑠,𝑚𝑎𝑥 = 10 × 0,584 ( 190 − 39,4 39,4 ) = 22,316 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑐,𝑚𝑖𝑛 = 2735,40 × 100 × 39,40 35.380.320,14 = 0,305 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 𝜎𝑠,𝑚𝑖𝑛 = 10 × 0,305 ( 190 − 39,4 39,4 ) = 11,644 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 22,316 − 11,644 = 10,672 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 ∆𝜎𝑠 = 10,672 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 > 10,5 𝑘𝑁 𝑐𝑚2 Conclusão: Para evitar fadiga, deve-se aumentar a taxa de armadura (processo iterativo) Por regra de 3, a armadura mínima necessária será: 𝐴𝑠 = 10,672 10,5 × 130 = 132,13𝑐𝑚2
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