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Sumário 1. Projeto arquitonico e estrutural ..................................................................................................... 2 2. Pré-dimensionamento das lajes ...................................................................................................... 3 2.1. Definição dos tipos de apoio das lajes ........................................................................................ 3 2.2. Espessura da laje ......................................................................................................................... 7 2.3. Verificação das cargas nas lajes .................................................................................................. 9 2.4. Verificação dos momentos nas lajes ......................................................................................... 10 2.5. Cálculo das reações de apoio. ................................................................................................... 18 2.6. Verificação da flecha. ................................................................................................................ 23 2.7. Dimensionamento da armadura das lajes ................................................................................ 31 2.8. Momentos fletores nas vigas .................................................................................................... 42 2.9. Dimensionamento dos pilares: ................................................................................................. 45 Figura 1: Projeto arquitetônico. 1. Projeto arquitetônico e estrutural A planta acima é de um edifício residencial, que possui um pé direito de 2,65 metros, além de um acabamento em granito para a sala e está localizado em ambiente urbano, o prédio possui 3 pavimentos mais o térreo, sendo construído em duas torres, cada uma com as mesmas características, ocupando uma área de projeto similar a 200 m². Tendo em vista que tudo o que será calculado em um pavimento servirá para dimensionar o pavimento ao lado, irá ser trabalhado apenas parte da planta, evitando confusões durante o projeto. A seguir está apresentado a planta baixa e o projeto estrutural das lajes, vigas e pilares que adotaremos para este trabalho. Figura 2: Projeto estrutural. 2. Pré-dimensionamento das lajes 2.1. Definição dos tipos de apoio das lajes Figura 3: Laje 1. A laje 1 está engastada na laje 2, pois não houve marcação de desnível entre os cômodos da varanda e do quarto 2. Logo, afim de verificar sobre a armação da laje, calcula-se: ʎ = 𝐿𝑦 𝐿𝑥 = 350 80 = 4,38 𝑚 Como o resultado encontrado é ʎ > 2, temos que essa laje é armada em apenas uma direção e seu caso não pode ser resolvido pela tabela de Marcus. Figura 4: Laje 2. A laje 2 encontra-se simplesmente apoiada em relação a laje 1, engastada em relação a laje 5 e simplesmente apoiada em relação a laje 6 visto que seu contato é inferior a 2/3 do comprimento da laje 2. Logo, afim de verificar sobre a armação da laje, calcula-se: ʎ = 𝐿𝑦 𝐿𝑥 = 5,00 3,30 = 1,52 𝑚 Como o resultado encontrado é ʎ ≤ 2, temos que essa laje é armada em duas direções e é o segundo caso na tabela de Marcus, a qual será analisada posteriormente. Figura 5: Laje 3. A laje 3 encontra-se engastada à direita pela laje 4, e engastada na região inferior pela laje 6, e à esquerda ela possui a borda livre pela escada. Logo, afim de verificar sobre a armação da laje, calcula-se: ʎ = 𝐿𝑦 𝐿𝑥 = 2,25 1,60 = 1,41 𝑚 Como o resultado encontrado é ʎ ≤ 2, temos que essa laje é armada em duas direções e é o terceiro caso na tabela de Marcus. Figura 6: Laje 4. A laje 4 encontra-se engastada na laje 6, mas não está engastada na laje 3 pois a superfície que está em contato não supera 2/3 do comprimento total. Logo, afim de verificar sobre a armação da laje, calcula-se: ʎ = 𝐿𝑦 𝐿𝑥 = 6,80 3,00 = 2,27 𝑚 Como o resultado encontrado é ʎ > 2, temos que essa laje é armada em apenas uma direção e seu caso não pode ser resolvido pela tabela de Marcus. Figura 7: Laje 5. A laje 5 encontra-se engastada na região superior pela laje 2, e engastada à direita pela laje 6, sendo que as outras bordas estão apoiadas nos pilares. Logo, afim de verificar sobre a armação da laje, calcula-se: ʎ = 𝐿𝑦 𝐿𝑥 = 4,00 3,50 = 1,14 𝑚 Como o resultado encontrado é ʎ ≤ 2, temos que essa laje é armada em duas direções e é o terceiro caso na tabela de Marcus. Figura 8: Laje 6. A laje 6 encontra-se engastada à esquerda pela laje 5 e engastada à direita pela laje 4, e simplesmente apoiada nas demais bordas. Logo, afim de verificar sobre a armação da laje, calcula-se: ʎ = 𝐿𝑦 𝐿𝑥 = 4,55 4,50 = 1,01 𝑚 Como o resultado encontrado é ʎ ≤ 2, temos que essa laje é armada em duas direções e é o quarto caso na tabela de Marcus. Figura 9: Laje 7. A laje 7 está engastada na laje 4, pois não houve marcação de desnível entre oscômodos da varanda e a cozinha. Logo, afim de verificar sobre a armação da laje, calcula-se: ʎ = 𝐿𝑦 𝐿𝑥 = 350 80 = 4,38 𝑚 Como o resultado encontrado é ʎ > 2, temos que essa laje é armada em apenas uma direção e seu caso não pode ser resolvido pela tabela de Marcus. 2.2. Espessura da laje Consoante MACHADO, pode-se aproximar a altura útil (d) da laje pela expressão empírica: 𝑑 = (2,5−0,1.𝑛).𝑙∗ 100 Sendo: 𝑛 = 𝑛ú𝑚𝑒𝑟𝑜 𝑑𝑒 𝑏𝑜𝑟𝑑𝑜𝑠 𝑒𝑛𝑔𝑎𝑠𝑡𝑎𝑑𝑜𝑠; 𝑙 ∗= 𝑚𝑒𝑛𝑜𝑟 𝑣𝑎𝑙𝑜𝑟 𝑒𝑛𝑡𝑟𝑒 𝑜 𝑚𝑒𝑛𝑜𝑟 𝑣ã𝑜 𝑒 0,7 𝑑𝑜 𝑚𝑎𝑖𝑜𝑟. Ou ainda pela equação: ℎ = 𝐿𝑥 40 Sendo: 𝐿𝑥 = 𝑚𝑒𝑛𝑜𝑟 𝑣𝑎𝑙𝑜𝑟 𝑒𝑛𝑡𝑟𝑒 𝑜𝑠 𝑣ã𝑜𝑠, 𝑐𝑜𝑚 𝐿𝑥 ≤ 𝐿𝑦. Sendo assim, será avaliado a espessura de cada laje para as duas fórmulas: Laje 1 𝑑1 = (2,5 − 0,1.1). 80 100 = 1,92 𝑐𝑚 𝑙 ∗ { 0,7.345 = 241.5 𝑐𝑚 80 𝑐𝑚 𝑒 𝑛 = 1 ℎ1 = 𝐿𝑥 40 = 80 40 = 2 𝑐𝑚 Laje 2 𝑑2 = (2,5 − 0,1.1). 330 100 = 7,92 𝑐𝑚 𝑙 ∗ { 0,7.500 = 350 𝑐𝑚 330 𝑐𝑚 𝑒 𝑛 = 1 ℎ2 = 𝐿𝑥 40 = 330 40 = 8,25 𝑐𝑚 Laje 3 𝑑3 = (2,5 − 0,1.2). 160 100 = 3,68 𝑐𝑚 𝑙 ∗ { 0,7.225 = 158 𝑐𝑚 160 𝑐𝑚 𝑒 𝑛 = 2 ℎ3 = 𝐿𝑥 40 = 160 40 = 4 𝑐𝑚 Laje 4 𝑑4 = (2,5 − 0,1.1). 300 100 = 7,20 𝑐𝑚 𝑙 ∗ { 0,7.680 = 476 𝑐𝑚 300 𝑐𝑚 𝑒 𝑛 = 1 ℎ4 = 𝐿𝑥 40 = 300 40 = 7,5 𝑐𝑚 Laje 5 𝑑5 = (2,5 − 0,1.2). 280 100 = 6,44 𝑐𝑚 𝑙 ∗ { 0,7.400 = 280 𝑐𝑚 350 𝑐𝑚 𝑒 𝑛 = 2 ℎ5 = 𝐿𝑥 40 = 350 40 = 8,75 𝑐𝑚 Laje 6 𝑑6 = (2,5 − 0,1.2). 318,50 100 = 7,33 𝑐𝑚 𝑙 ∗ { 0,7.455 = 318,50 𝑐𝑚 450 𝑐𝑚 𝑒 𝑛 = 2 ℎ6 = 𝐿𝑥 40 = 450 40 = 11,25 𝑐𝑚 Laje 7 𝑑7 = (2,5 − 0,1.1). 80 100 = 1,92 𝑐𝑚 𝑙 ∗ { 0,7.315 = 220,50 𝑐𝑚 80 𝑐𝑚 𝑒 𝑛 = 1 ℎ7 = 𝐿𝑥 40 = 80 40 = 2 𝑐𝑚 A NBR 6118/2014 não especifica como realizar o pré-dimensionamento das espessuras das lajes, mas indica valores mínimos para a adoção em alguns casos, como representado na figura: Figura 10: Recomendações NBR 6118. Através da avaliação dos resultados obtidos nas fórmulas em comparação com a tabela da NBR 6118/2014 e pensando na utilização das armaduras de aço e área das lajes, resolveu-seoptar por uma altura útil (d) de 8 cm em concreto, visto que através da equação 03, encontraremos a espessura (h) indicada por MACHADO. ℎ = 𝑑 + ∅ 2 + 𝑐 Sendo: ∅ = 𝑑𝑖𝑎𝑚ê𝑡𝑟𝑜 𝑑𝑎 𝑎𝑟𝑚𝑎𝑑𝑢𝑟𝑎 (𝑐𝑚) 𝑐 = 𝑐𝑜𝑏𝑟𝑖𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 𝑚í𝑛𝑖𝑚𝑜 𝑑𝑎 𝑎𝑟𝑚𝑎𝑑𝑢𝑟𝑎 𝑒𝑚 𝑙𝑎𝑗𝑒𝑠(𝑐𝑚) Logo, para a descoberta da espessura da laje (h), usaremos um cobrimento de 25 mm e armaduras com diâmetro de 5 mm: ℎ = 𝑑 + ∅ 2 + 𝑐 = 8 + 0,5 2 + 2,5 = 10,75 𝑐𝑚 = 11 𝑐𝑚 A utilização de 11 cm pode ser justificada pelos resultados obtidos através da equação 02, onde a espessura chegou a ultrapassar 11 cm, mas por se tratar de uma residência familiar com baixo movimento usaremos o valor mais aproximado abaixo, visualizando também a questão econômica. 2.3. Verificação das cargas nas lajes Cargas permanentes: Peso próprio da laje = 25.0,11 = 2,75 KN/m² Revestimento simples = 1 KN/m² Acabamento simples inferior do teto = 19.0,02 = 0,38 KN/m² Acabamento em granito = 1,5 KN/m² Cargas variáveis: Sobrecarga = 1,5 KN/m² (edifícios residenciais), sugerido pela NBR 6120/1980. Carga total: Somatório das cargas permanentes e variáveis, logo: 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 2,75 + 1 + 0,38 + 1,5 = 5,63 KN/m² No caso da sala, temos: 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 2,75 + 0,38 + 1,5 + 1,5 = 6,13 KN/m² Entretanto, no caso das lajes 2 e 6 há a presença de paredes atuando sobre as lajes, sendo assim, este peso deve ser calculado para que possa ser suportado pela laje, visto que, as paredes que estão no sentido das extremidades das lajes possuem seus pesos suportados diretamente pelas vigas. Peso da alvenaria na laje 2: Pé direito = 2,90 m Espessura da parede de 15 cm, com peso próprio de 2,3 KN/m2 Comprimento total das paredes (L) = 0,9 + 1,05 = 1,95 m. 𝑃𝑎𝑙𝑣𝑒𝑛𝑎𝑟𝑖𝑎 = 𝑃𝑒𝑠𝑜 𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 𝑑𝑎𝑠 𝑝𝑎𝑟𝑒𝑑𝑒𝑠 Á𝑟𝑒𝑎 𝑑𝑎 𝑙𝑎𝑗𝑒 = 2,90.2,3.1,95 (3,30.5,00) = 0,79 𝐾𝑁/𝑚² Peso da alvenaria na laje 6: Pé direito = 2,90 m Espessura da parede de 15 cm, com peso próprio de 2,3 KN/m2 Comprimento total das paredes (L) = 4,35 + 2,35 + 1,2 = 7,9 m. 𝑃𝑎𝑙𝑣𝑒𝑛𝑎𝑟𝑖𝑎 = 𝑃𝑒𝑠𝑜 𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 𝑑𝑎𝑠 𝑝𝑎𝑟𝑒𝑑𝑒𝑠 Á𝑟𝑒𝑎 𝑑𝑎 𝑙𝑎𝑗𝑒 = 2,90.2,3.7,90 (4,40.4,35) = 2,75 𝐾𝑁/𝑚² Sendo assim, possuímos como valores para os pesos próprios das lajes de: 𝑃1 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑃2 = 5,63 + 0,79 = 6,42 𝐾𝑁/𝑚² 𝑃3 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑃4 = 6,13 𝐾𝑁/𝑚² 𝑃5 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑃6 = 5,63 + 2,75 = 8,38 𝐾𝑁/𝑚² 𝑃7 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 2.4. Verificação dos momentos nas lajes Laje 1 Segundo a NBR 6120/1980, para parapeitos e balcões deve-se considerar a atuação de uma carga horizontal de 0,8 KN e outra vertical de 2 KN, por metro linear, logo: ℎ = 1 𝑚 𝑃𝑎𝑙𝑣𝑒𝑛𝑎𝑟𝑖𝑎 = 2,30 𝐾𝑁 𝑚2 (𝑒𝑠𝑝𝑒𝑠𝑠𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑒 15 𝑐𝑚) 𝑃1 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑙 = 0,80 𝑚 Figura 11:Momento laje 1. Figura 12: Momento laje 2. Figura 13: Momento laje 3 𝑀 = −( 𝑝. 𝑙2 2 + 𝑃. 𝑙 + 0,8. ℎ) 𝑀 = − ( 5,63. 0,8002 2 + (2 + 2,3). 0,80 + 0,8.1) 𝑀 = −6,04 𝐾𝑁. 𝑚 Laje 2 (Laje em cruz) Para o cálculo do momento das lajes em cruz, será considerada a relação de vãos, para entrada na tabela de Marcus. ʎ = 𝑙𝑦 𝑙𝑥 = 5,00 3,30 = 1,52 (𝑐𝑎𝑠𝑜 2 𝑑𝑒 𝑀𝑎𝑟𝑐𝑢𝑠) 𝑃2 = 6,42 𝐾𝑁/𝑚² 𝑚𝑥 = 18,80 𝑚𝑦 = 57,4 𝑛𝑥 = 8,60 𝑀𝑥 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑥 = 6,42. 3,302 18,8 = 3,72 𝐾𝑁. 𝑚 𝑋𝑥 = − 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑛𝑥 = − 6,42. 3,302 8,60 = −8,13 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑦 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑦 = 6,42. 3,302 57,4 = 1,22 𝐾𝑁. 𝑚 Laje 3 (Laje em cruz) ʎ = 𝑙𝑦 𝑙𝑥 = 2,25 1,60 = 1,41 (𝑐𝑎𝑠𝑜 3 𝑑𝑒 𝑀𝑎𝑟𝑐𝑢𝑠) 𝑃3 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑚𝑥 = 22,00 𝑚𝑦 = 43,60 Figura 15: Momento laje 5. Figura 16: Momento laje 4. 𝑛𝑥 = 10,00 𝑛𝑦 = 19,90 𝑀𝑥 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑥 = 5,63. 1,602 22,00 = 0,66 𝐾𝑁. 𝑚 𝑋𝑥 = − 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑛𝑥 = − 5,63. 1,602 10,00 = −1,44 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑦 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑦 = 5,63. 1,602 43,60 = 0,33 𝐾𝑁. 𝑚 𝑋𝑦 = − 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑛𝑥 = − 5,63. 1,602 19,90 = −0,72 𝐾𝑁. 𝑚 Laje 4 Como a L4, será armada em uma direção o cálculo do momento será pelas formulações. 𝑀𝑥 = 𝑃. 𝑙2 14,2 = 6,13. 3,002 14,2 = 3,89 𝐾𝑁. 𝑚 𝑋𝑥 = − 𝑃. 𝑙2 8 = − 6,13. 32 8 = −6,90 𝐾𝑁. 𝑚 Laje 5 (Laje em cruz) ʎ = 𝑙𝑦 𝑙𝑥 = 4,00 3,50 = 1,14 𝑃5 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑚𝑥 = 29,30 𝑚𝑦 = 38,00 𝑛𝑥 = 12,70 𝑛𝑦 = 16,60 Figura 17: Momento laje 6. 𝑀𝑥 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑥 = 5,63. 3,502 29,30 = 2,35 𝐾𝑁. 𝑚 𝑋𝑥 = − 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑛𝑥 = − 5,63. 3,502 12,70 = −5,43 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑦 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑦 = 5,63. 3,502 38,00 = 1,81 𝐾𝑁. 𝑚 𝑋𝑦 = − 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑛𝑥 = − 5,63. 3,502 16,60 = −4,15 𝐾𝑁. 𝑚 Laje 6 (Laje em cruz) ʎ = 𝑙𝑦 𝑙𝑥 = 4,55 4,50 = 1,01 𝑃6 = 8,38 𝐾𝑁/𝑚² 𝑚𝑥 = 37,50 𝑚𝑦 = 55,70 𝑛𝑥 = 14,40 𝑀𝑥 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑥 = 8,38. 4,502 37,50 = 4,53 𝐾𝑁. 𝑚 𝑋𝑥 = − 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑥 = − 8,38. 4,502 14,40 = −11,78 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑦 = 𝑃. 𝑙𝑥 2 𝑚𝑦 = 8,38. 4,502 55,70 = 3,05 𝐾𝑁. 𝑚 Laje 7 Para o cálculo do momento da L7, será feita a mesma consideração da L1. ℎ = 1 𝑚 𝑙 = 0,80 𝑚 𝑃𝑎𝑙𝑣𝑒𝑛𝑎𝑟𝑖𝑎 = 2,30 𝐾𝑁/𝑚 2(𝑒𝑠𝑝𝑒𝑠𝑠𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑒 15 𝑐𝑚) Figura 19: Momento laje 3 e 4. 𝑃7 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑀 = −( 𝑝. 𝑙2 2 + 𝑃. 𝑙 + 0,8. ℎ) 𝑀 = − ( 5,63. 0,802 2 + (2 + 2,3). 0,80 + 0,8.1) = −6,04 𝐾𝑁. 𝑚 𝑉 = (𝑝. 𝑙 + 𝑃) = 5,63.0,800 + (2 + 2,3) = 8,80 𝐾𝑁 2.5 COMPATIBILIZAÇÃO DOS MOMENTOS NAS LAJES. Laje 3 e Laje 4 { 0,8.6,90 = 5,52 (6,90 + 1,44) 2 = 4,17 𝑋𝐶 = 5,52 ∆𝑀𝐿1 = (6,90 − 5,52) 2 = 1,18 ∆𝑀𝐿7 = (5,52 − 1,44) 2 = 2,04 𝑀 𝑙𝑎𝑗𝑒 1 = 3,89 + 0,69 = 4,58 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀 𝑙𝑎𝑗𝑒 7 = 0,66 − 2,04 = −1,38 𝐾𝑁. 𝑚 Figura 21: Momentos laje 6 e 4. Como a L3 ficou com o momento negativo, será necessário colocar armadura na parte superior da laje. Laje 4 e Laje 6 { 0,8.11,78 = 9,42 (5,52 + 11,78) 2 = 8,65 𝑋𝐶 = 9,42 ∆𝑀𝐿1 = (11,78 − 9,42) 2 = 1,18 ∆𝑀𝐿2 = (9,42 − 5,52) 2 = 1,95 𝑀𝑙𝑎𝑗𝑒 1 = 4,58 − 1,95 = 2,63 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀 𝑙𝑎𝑗𝑒 2 = 4,53 + 1,18 = 5,71 𝐾𝑁. 𝑚 Figura 23: Momento laje 5 e 6. Laje 5 e Laje 6 { 0,8.11,78 = 9,42 (4,15 + 11,78) 2 = 7,97 𝑋𝐶 = 9,42 ∆𝑀𝐿1 = (11,78 − 9,42) 2 = 1,18 ∆𝑀𝐿2 = (9,42 − 4,15) 2 = 2,64 𝑀 𝑙𝑎𝑗𝑒 2 = 5,71 + 1,18 = 6,89 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀 𝑙𝑎𝑗𝑒 5 = 1,81 − 2,64 = −0,83 𝐾𝑁. 𝑚 Figura 25: Momento laje 2 e 5. Figura 26: Momento laje 2 e 5. Como na L5, o momento tornou-se negativo após a compatibilização, será replicado a armadura positiva para a parte superior. Laje 2 e Laje 5 { 0,8.8,13 = 6,50 (8,13 + 5,43) 2 = 6,78 𝑋𝐶 = 6,78 ∆𝑀𝐿1 = (8,13 − 6,78) 2 = 0,68 Figura 27: Compatibilização dos momentos. ∆𝑀𝐿2 = (6,78 − 5,43) 2 = 0,68 𝑀 𝑙𝑎𝑗𝑒 2 = 3,72 + 0,68 = 4,40 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀 𝑙𝑎𝑗𝑒 5 = 2,35 − 0,68 = 1,97 𝐾𝑁. 𝑚 2.5. Cálculo das reações de apoio. Cálculo do cortante da L1 e L7: 𝑃1 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑟𝑒 =(𝑝. 𝑙 + 𝑃) = 5,63.0,80 + (2 + 2,3) = 8,80 𝐾𝑁 𝑟𝑎 = 0,732. ( 𝑝. 𝑙 4 ) = 0,732. ( 5,63.0,80 4 ) = 0,82 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑎 = 0,3 . 5,63 = 1,69 𝐾𝑁/𝑚 𝑉𝐾 = 8,80 𝐾𝑁 𝑉𝑠𝑑 = 8,80.1,4 = 12,32 𝐾𝑁 Cálculo do cortante da L2 (tipo 2b): 𝑃2 = 6,42 𝐾𝑁/𝑚² 𝐾𝑥 = 0,93 𝐿𝑥 = 3,3 𝑚 𝐿𝑌 = 5 𝑚 𝑞𝑥 = 𝐾𝑥 . 𝑃2 𝑞𝑥 = 0,93 . 6,42 𝑞𝑥 = 5,97 𝐾𝑁/𝑚 𝑞𝑦 = 𝑞 − 𝑞𝑥 𝑞𝑦 = 6,42 − 5,97 𝑞𝑦 = 0,45 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑒𝑥 = 5 . 𝑞𝑥 . 𝑙𝑥 8 = 5 . 5,97 . 3,3 8 = 12,31 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑎𝑥 = 3 . 𝑞𝑥 . 𝑙𝑥 8 = 3 . 5,97 . 3,3 8 = 7,39 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑦 = 𝑞𝑦 . 𝑙𝑦 2 = 0,45 . 5 2 = 1,13 𝐾𝑁/𝑚 𝑉𝑠𝑑 = 1,4. 𝑉𝑘 = 1,4 . 12,31 = 17,23 𝐾𝑁/𝑚 Cálculo do cortante da L3 (tipo 3): 𝑃3 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝐾𝑥 = 0,793 𝐿𝑥 = 1,6 𝑚 𝐿𝑌 = 2,25 𝑚 𝑞𝑥 = 𝐾𝑥 . 𝑃3 𝑞𝑥 = 0,793 . 5,63 𝑞𝑥 = 4,47 𝐾𝑁/𝑚 𝑞𝑦 = 𝑞 − 𝑞𝑥 𝑞𝑦 = 5,63 − 4,47 𝑞𝑦 = 1,16 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑒𝑥 = 5 . 𝑞𝑥 . 𝑙𝑥 8 = 5 . 4,47 . 1,6 8 = 4,47 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑎𝑥 = 3 . 𝑞𝑥 . 𝑙𝑥 8 = 3 . 4,47 . 1,6 8 = 2,68 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑒𝑦 = 5 . 𝑞𝑦 . 𝑙𝑦 8 = 5 . 1,16 . 2,25 8 = 1,64 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑎𝑦 = 3 . 𝑞𝑦 . 𝑙𝑦 8 = 3 . 1,16 . 2,25 8 = 0,98 𝐾𝑁/𝑚 𝑉𝑠𝑑 = 1,4. 𝑉𝑘 = 1,4 . 4,47 = 6,26 𝐾𝑁/𝑚 Cálculo do cortante da L4: 𝑃4 = 6,13 𝐾𝑁/𝑚² 𝐾𝑥 = 0,793 𝐿𝑥 = 3 𝑚 𝐿𝑌 = 6,8 𝑚 𝑅𝑒𝑥 = 5 . 𝑞 . 𝑙 8 = 5 . 6,13 . 3 8 = 11,49 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑎𝑥 = 3 . 𝑞 . 𝑙 8 = 3 . 6,13 . 3 8 = 6,9 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑒𝑦 = 0,3 . 6,13 = 1,84 𝐾𝑁/𝑚 𝑉𝑠𝑑 = 1,4. 𝑉𝑘 = 1,4 . 11,49 = 16,09 𝐾𝑁/𝑚 Cálculo do cortante da L5 (tipo 3): 𝑃5 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝐾𝑥 = 0,628 𝐿𝑥 = 3,5 𝑚 𝐿𝑌 = 4 𝑚 𝑞𝑥 = 𝐾𝑥 . 𝑃5 𝑞𝑥 = 0,628 . 5,63 𝑞𝑥 = 3,54 𝐾𝑁/𝑚 𝑞𝑦 = 𝑞 − 𝑞𝑥 𝑞𝑦 = 5,63 − 3,54 𝑞𝑦 = 2,09 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑒𝑥 = 5 . 𝑞𝑥 . 𝑙𝑥 8 = 5 . 3,54 . 3,5 8 = 7,74 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑎𝑥 = 3 . 𝑞𝑥 . 𝑙𝑥 8 = 3 . 3,54 . 3,5 8 = 4,65 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑒𝑦 = 5 . 𝑞𝑦 . 𝑙𝑦 8 = 5 . 2,09 . 4 8 = 5,23 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑎𝑦 = 3 . 𝑞𝑦 . 𝑙𝑦 8 = 3 . 2,09 . 4 8 = 3,14 𝐾𝑁/𝑚 𝑉𝑠𝑑 = 1,4. 𝑉𝑘 = 1,4 . 7,74 = 10,84 𝐾𝑁/𝑚 Cálculo do cortante da L6 (tipo 4b): 𝑃6 = 8,38 𝐾𝑁/𝑚² 𝐾𝑥 = 0,833 𝐿𝑥 = 4,5 𝑚 𝐿𝑌 = 4,55 𝑚 𝑞𝑥 = 𝐾𝑥 . 𝑃5 𝑞𝑥 = 0,833 . 8,38 𝑞𝑥 = 6,98 𝐾𝑁/𝑚 𝑞𝑦 = 𝑞 − 𝑞𝑥 𝑞𝑦 = 8,38 − 6,98 𝑞𝑦 = 1,4 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑥 = 𝑞𝑥 . 𝑙𝑥 2 = 6,98 . 4,5 2 = 15,71 𝐾𝑁/𝑚 𝑅𝑦 = 𝑞𝑦 . 𝑙𝑦 2 = 1,4 . 4,55 2 = 3,19 𝐾𝑁/𝑚 𝑉𝑠𝑑 = 1,4. 𝑉𝑘 = 1,4 . 15,71 = 21,99 𝐾𝑁/𝑚 Cálculo da resistência de projeto ao cisalhamento para as lajes (L1, L4 e L7): 𝑉𝑅𝑑1 = [𝜏𝑅𝑑. 𝐾(1,2 + 40. 𝜌1)0,15. 𝜎𝐶𝑃]. 𝑏𝑤. 𝑑 𝜏𝑅𝑑 = 0,25. 𝑓𝑐𝑡𝑑 = 0,25.1,29 = 0,32 𝑀𝑃𝑎 𝑓𝑐𝑡𝑑 = 𝑓𝑐𝑡𝑘,𝑖𝑛𝑓 𝛾𝑐 = 1,8 1,4 = 1,29 𝑀𝑃𝑎 𝑓𝑐𝑡𝑘,𝑖𝑛𝑓 = 0,21. √𝑓𝑐𝑘 23 = 0,21. √252 3 = 1,80 𝑀𝑃𝑎 𝑑 = 8,5 𝑐𝑚 𝐴𝑠,𝑚í𝑛 = 𝜌𝑚𝑖𝑛. 𝑏𝑤. ℎ 𝜌𝑚𝑖𝑛 = 0,15% 𝐴𝑠,𝑚í𝑛 = 0,0015.100.11 = 1,65 𝑐𝑚² 𝜌1 = 𝐴𝑠 𝑏𝑤. 𝑑 = 1,65 100.8,5 = 0,0019 𝑘 = 1,6 − 𝑑 = 1,6 − 0,085 = 1,52 𝑉𝑅𝑑1 = [0,32.1,52(1,2 + 40.0,0019)]. 1.0,085 = 0,05275 𝑀𝑁 = 52,75 𝐾𝑁 𝑉𝑠𝑑 ≤ 𝑉𝑅𝑑1 → 𝑂𝑘! O valor da resistência de projeto atendeu a todos os cortantes das lajes (L1, L4 E L7). Cálculo da resistência de projeto ao cisalhamento para as lajes (L2, L3, L5 E L6): 𝑉𝑅𝑑1 = [𝜏𝑅𝑑. 𝐾(1,2 + 40. 𝜌1)0,15. 𝜎𝐶𝑃]. 𝑏𝑤. 𝑑 𝜏𝑅𝑑 = 0,25. 𝑓𝑐𝑡𝑑 = 0,25.1,29 = 0,32 𝑀𝑃𝑎 𝑓𝑐𝑡𝑑 = 𝑓𝑐𝑡𝑘,𝑖𝑛𝑓 𝛾𝑐 = 1,8 1,4 = 1,29 𝑀𝑃𝑎 𝑓𝑐𝑡𝑘,𝑖𝑛𝑓 = 0,21. √𝑓𝑐𝑘 23 = 0,21. √252 3 = 1,80 𝑀𝑃𝑎 𝑑 = 8,5 𝑐𝑚 𝐴𝑠,𝑚í𝑛 = 𝜌𝑚𝑖𝑛. 𝑏𝑤. ℎ 𝜌𝑚𝑖𝑛 = 0,1% (𝑎𝑟𝑚𝑎𝑑𝑢𝑟𝑎 𝑝𝑜𝑠𝑖𝑡𝑖𝑣𝑎 𝑑𝑒 𝑙𝑎𝑗𝑒𝑠 𝑒𝑚 𝑐𝑟𝑢𝑧) 𝐴𝑠,𝑚í𝑛 = 0,001.100.11 = 1,10 𝑐𝑚² 𝜌1 = 𝐴𝑠 𝑏𝑤. 𝑑 = 1,10 100.8,5 = 0,00129 𝑘 = 1,6 − 𝑑 = 1,6 − 0,085 = 1,52 𝑉𝑅𝑑1 = [0,32.1,52(1,2 + 40.0,00129)]. 1.0,085 = 0,05175 𝑀𝑁 = 51,75 𝐾𝑁 𝑉𝑠𝑑 ≤ 𝑉𝑅𝑑1 → 𝑂𝐾! O valor da resistência de projeto atendeu a todas as lajes analisadas (L2, L3, L5 e L6). 2.6. Verificação da flecha. Para o cálculo da flecha, considerou-se a retirada do escoramento com 15 dias (0,5 mês) e aplicação do revestimento e paredes após 1 mês contado da concretagem da laje. 𝐸𝑐𝑠 = 4760. √𝑓𝑐𝑘 = 4760. √25 = 23800 𝑀𝑃𝑎 𝑀𝑟 = 𝛼. 𝑓𝑐𝑡. 𝐼𝑐 𝛾𝑇 = 1,5.1,80. 106 .110,9157. 10−6 0,055 = 5445 𝑁. 𝑚 = 5,45 𝐾𝑁. 𝑚 𝛼 = 1,5 (𝑠𝑒çã𝑜 2) 𝑓𝑐𝑡,𝑚 = 0,30. √𝑓𝑐𝑘 23 = 0,30. √252 3 = 2,56 𝑀𝑃𝑎 𝑓𝑐𝑡𝑘,𝑖𝑛𝑓 = 0,70. 𝑓𝑐𝑡,𝑚 = 0,70.2,56 = 1,80 𝑀𝑃𝑎 = 1,80. 10 6 𝑁/𝑚² 𝐼𝑐 = 𝑏. ℎ3 12 = 1. 0,113 12 = 110,9157. 10−6 𝑚4 𝛾𝑇 = ℎ 2 = 0,11 2 = 0,055 𝑚 Cálculo da flecha das L1 e L7: 𝑀 = 6,04 𝐾𝑁. 𝑚 𝛼 = 1 4 ∙ 𝑀𝑙2 𝐸𝐼 = 1 4 ∙ 6,04.0,82 23800.110,9157. 106 = 366,09. 10−9 𝑚 = 36,601. 10−6𝑐𝑚 Aceitabilidade Sensorial: Visual: 𝑙 250 = 80 250 = 0,32 𝑐𝑚 Outro: 𝑙 350 = 80 350 = 0,23 𝑐𝑚 Cálculo da flecha da L2 𝑃2 = 6,42 𝐾𝑁/𝑚² 𝑀𝑎 = 4,09 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑎 < 𝑀𝑟 ( 𝑝𝑜𝑑𝑒 − 𝑠𝑒 𝑢𝑡𝑖𝑙𝑖𝑧𝑎𝑟 𝑜 𝑚𝑜𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 𝑑𝑒 𝑖𝑛é𝑟𝑐𝑖𝑎 𝑑𝑎 𝑠𝑒çã𝑜 𝑏𝑟𝑢𝑡𝑎 𝑑𝑒 𝑐𝑜𝑛𝑐𝑟𝑒𝑡𝑜, 𝐼𝑐) 𝐼 = 𝐼𝑐 = 110,9167. 10 −6 𝑚4 𝐿 𝑙 = 5,00 3,30 = 1,52 { 𝛽3 = 5,09 (𝑡𝑖𝑝𝑜 3) 𝛽1 = 9,39 (𝑡𝑖𝑝𝑜 1) 𝛽 = 𝛽1 + 𝛽3 2 = 5,09 + 9,39 2 = 7,24 𝛹2 = 0,3 (𝑒𝑑𝑖𝑓í𝑐𝑖𝑜𝑠 𝑟𝑒𝑠𝑖𝑑ê𝑛𝑐𝑖𝑎𝑖𝑠) 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 𝛹2. 𝑞 + ∑ 𝑞. (1 + 𝛼𝑓) 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 𝛽 1200 . 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼 𝜉0,5 = 0,54 𝜉1 = 0,68 𝛼𝑓 = ∆𝜉 𝑔1 𝑒𝑚 𝑡0𝑔1 = 0,5 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,54 = 1,46 𝑔2 𝑒𝑚 𝑡0𝑔2 = 0,68 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,68 = 1,32 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 2,75. (1 + 1,46) + 3,68. (1 + 1,32) + (0,3.1,5) = 15,75 𝐾𝑁/𝑚 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 7,24 12000 . 15,75 23800 . 3,304 110,9167. 10−6 = 0,43 𝑐𝑚 𝛼𝑞 = 𝛽 1200 . 𝑃𝑞 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼 𝛼𝑞 = 7,24 12000 . (0,3.1,5) 23800 . 3,304 110,9157. 10−6 = 0,010 𝑐𝑚 Aceitabilidade Sensorial: Visual: 𝑙 250 = 330 250 = 1,32 𝑐𝑚 Outro: 𝑙 350 = 330 350 = 0,94 𝑐𝑚 Cálculo da flecha da L3 𝑃3 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑀𝑎 = 0,33 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑎 < 𝑀𝑟 ( 𝑝𝑜𝑑𝑒 − 𝑠𝑒 𝑢𝑡𝑖𝑙𝑖𝑧𝑎𝑟 𝑜 𝑚𝑜𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 𝑑𝑒 𝑖𝑛é𝑟𝑐𝑖𝑎 𝑑𝑎 𝑠𝑒çã𝑜 𝑏𝑟𝑢𝑡𝑎 𝑑𝑒 𝑐𝑜𝑛𝑐𝑟𝑒𝑡𝑜, 𝐼𝑐) 𝐼 = 𝐼𝑐 = 110,9167. 10 −6 𝑚4 𝐿 𝑙 = 2,25 1,74 = 1,29 { 𝛽3 = 3,80 (𝑡𝑖𝑝𝑜 3) 𝛽1 = 7,49 (𝑡𝑖𝑝𝑜 1) 𝛽 = 𝛽1 + 𝛽3 2 = 3,80 + 7,49 2 = 5,65 𝛹2 = 0,3 (𝑒𝑑𝑖𝑓í𝑐𝑖𝑜𝑠 𝑟𝑒𝑠𝑖𝑑𝑒𝑛𝑐𝑖𝑎𝑖𝑠) 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 𝛹2. 𝑞 + ∑ 𝑞. (1 + 𝛼𝑓) 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 𝛽 1200 . 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼 𝜉0,5 = 0,54 𝜉1 = 0,68 𝛼𝑓 = ∆𝜉 𝑔1 𝑒𝑚 𝑡0𝑔1 = 0,5 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,54 = 1,46 𝑔2 𝑒𝑚 𝑡0𝑔2 = 0,68 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,68 = 1,32 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 2,75. (1 + 1,46) + 1,38. (1 + 1,32) + (0,3.1,5) = 10,42 𝐾𝑁/𝑚 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 5,65 12000 . 10,42 23800 . 1,744 110,9157. 10−6 = 0,17 𝑐𝑚 𝛼𝑞 = 𝛽 1200 . 𝑃𝑞 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼 𝛼𝑞 = 5,65 12000 . (0,3.1,5) 23800 . 1,744 110,9157. 10−6 = 0,0007 𝑐𝑚Aceitabilidade Sensorial: Visual: 𝑙 250 = 174 250 = 0,70 𝑐𝑚 Outro: 𝑙 350 = 174 350 = 0,50𝑐𝑚 Cálculo da flecha da L4 Figura 28: Flecha na laje 4. 𝑃4 = 6,13 𝐾𝑁 𝑚2 = 6,13.1 = 6,13𝐾𝑁/𝑚 𝛼 = 1 13 ∙ 𝑀𝑙2 𝐸𝐼 = 1 13 ∙ 2,63.32 23800.110,9157. 106 = 6,89. 10−13 𝑚 = 6,89. 10−11𝑐𝑚 Aceitabilidade Sensorial: Visual: 𝑙 250 = 300 250 = 1,2 𝑐𝑚 Outro: 𝑙 350 = 300 350 = 0,86 𝑐𝑚 Cálculo da flecha da L5 𝑃5 = 5,63 𝐾𝑁/𝑚² 𝑀𝑎 = 1,78 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑟 = 5,45 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑎 < 𝑀𝑟 ( 𝑝𝑜𝑑𝑒 − 𝑠𝑒 𝑢𝑡𝑖𝑙𝑖𝑧𝑎𝑟 𝑜 𝑚𝑜𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 𝑑𝑒 𝑖𝑛é𝑟𝑐𝑖𝑎 𝑑𝑎 𝑠𝑒çã𝑜 𝑏𝑟𝑢𝑡𝑎 𝑑𝑒 𝑐𝑜𝑛𝑐𝑟𝑒𝑡𝑜, 𝐼𝑐) 𝐼 = 𝐼𝑐 = 110,9167. 10 −6 𝑚4 𝐿 𝑙 = 4,00 3,50 = 1,14 { 𝛽3 = 3,18 (𝑡𝑖𝑝𝑜 3) 𝛽1 = 6,20 (𝑡𝑖𝑝𝑜 1) 𝛽 = 𝛽1 + 𝛽3 2 = 6,20 + 3,18 2 = 4,69 𝛹2 = 0,3 (𝑒𝑑𝑖𝑓í𝑐𝑖𝑜𝑠 𝑟𝑒𝑠𝑖𝑑𝑒𝑛𝑐𝑖𝑎𝑖𝑠) 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 𝛹2. 𝑞 + ∑ 𝑞. (1 + 𝛼𝑓) 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 𝛽 12000 . 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼 𝜉0,5 = 0,54 𝜉1 = 0,68 𝛼𝑓 = ∆𝜉 𝑔1 𝑒𝑚 𝑡0𝑔1 = 0,5 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,54 = 1,46 𝑔2 𝑒𝑚 𝑡0𝑔2 = 0,68 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,68 = 1,32 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 2,75. (1 + 1,46) + 1,38. (1 + 1,32) + (0,3.1,5) = 10,42 𝐾𝑁/𝑚 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 4,69 12000 . 10,42 23800 . 3,504 110,9157. 10−6 = 0,23 𝑐𝑚 𝛼𝑞 = 𝛽 12000 . 𝑃𝑞 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 4,69 12000 . (0,3.1,5) 23800 . 3,504 110,9157. 10−6 = 0,010 𝑐𝑚 Aceitabilidade Sensorial: Visual: 𝑙 250 = 350 250 = 1,4 𝑐𝑚 Outro: 𝑙 350 = 350 350 = 1 𝑐𝑚 Cálculo da flecha da L6 𝑃6 = 8,38 𝐾𝑁/𝑚² 𝑀𝑎 = 5,71 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑟 = 5,45 𝐾𝑁. 𝑚 𝑀𝑎 > 𝑀𝑟 𝐿 𝑙 = 4,55 4,50 = 1,01 → 𝛽4𝑏 = 2,35 (𝑡𝑖𝑝𝑜 4𝑏) 𝐼 = 𝐼𝑒𝑞 𝐼𝑒𝑞 = ( 𝑀𝑟 𝑀𝑎 ) . 𝐼𝑐 + [1 − ( 𝑀𝑟 𝑀𝑎 ) 3 ] . 𝐼𝐼𝐼 𝐼𝑒𝑞 = ( 5,45 6,89 ) . 110,92. 10−6 + [1 − ( 5,45 6,89 ) 3 ] . 13,70. 10−6 = 94,66. 10−6 𝑚4 𝐼𝐼𝐼 = 𝑏𝑤. 𝑥 3 3 + 𝛼𝑒 . 𝐴𝑠. (𝑑 − 𝑥) 2 = 100. 1,803 3 + 8,82.2,97. (8,50 − 1,80)2 = 1370,31 𝑐𝑚4 𝐼𝐼𝐼 = 13,70. 10 −6 𝑚4 𝑥 = 𝛼𝑒 . 𝐴𝑠 𝑏𝑤 . (−1 + √ 2. 𝑏𝑤. 𝑑 𝛼𝑒 . 𝐴𝑠 ) = 8,82.2,78 100 . (−1 + √ 2.100.8,50 8,82.2,78 ) = 1,80 𝑐𝑚 𝐴𝑠 = 𝑀𝑠𝑑 𝐾𝑧 . 𝑑. 𝑓𝑦𝑑 = 1,4. 6,89. 106 0,940.85.434,78 = 277,61 𝑚𝑚2 = 2,78 𝑐𝑚² 𝐴𝑠,𝑚í𝑛 = 𝜌𝑚𝑖𝑛. 𝑏𝑤. ℎ = 0,001.100.11 = 1,10 𝑐𝑚² 𝐾𝑚𝑑 = 𝑀𝑠𝑑 𝑑2. 𝑓𝑐𝑑. 𝑏𝑤 = 1,4. 6,89. 106 852. 17,86. 103 = 0,075 → 𝐾𝑧 = 0,940 𝑓𝑐𝑑 = 𝑓𝑐𝑘 𝛾𝑐 = 25 1,4 = 17,86 𝑀𝑃𝑎 𝑓𝑦𝑑 = 𝑓𝑦𝑑 𝛾𝑠 = 500 1,15 = 434,78 𝑀𝑃𝑎 𝐸𝑐𝑠 = 4760. √𝑓𝑐𝑘 = 4760. √25 = 23800 𝑀𝑃𝑎 𝐸𝑠 = 2,1. 10 5 𝑀𝑃𝑎 𝛼𝑒 = 𝐸𝑠 𝐸𝑐𝑠 = 2,1. 105 23800 = 8,82 𝛹2 = 0,3 (𝑒𝑑𝑖𝑓í𝑐𝑖𝑜𝑠 𝑟𝑒𝑠𝑖𝑑𝑒𝑛𝑐𝑖𝑎𝑖𝑠) 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 𝛹2. 𝑞 + ∑ 𝑞. (1 + 𝛼𝑓) 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 𝛽 12000 . 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼𝑒𝑞 𝛼𝑞 = 𝛽 12000 . 𝑃𝑞 ∗ 𝐸𝑐𝑠 . 𝐿4 𝐼𝑒𝑞 𝜉0,5 = 0,54 𝜉1 = 0,68 𝛼𝑓 = ∆𝜀 𝑔1 𝑒𝑚 𝑡0𝑔1 = 0,5 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,54 = 1,46 𝑔2 𝑒𝑚 𝑡0𝑔2 = 0,68 → 𝛼𝑓1 = ∆𝜉 = 𝜉(𝑡) − 𝜉(0) = 𝜉(∝) − 𝜉(0,54) = 2 − 0,68 = 1,32 𝑃𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 ∗ = 2,75. (1 + 1,46) + 3,68. (1 + 1,32) + (0,3.1,5) = 15,75 𝐾𝑁/𝑚 𝛼𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 = 2,35 12000 . 15,75 23800 . 4,504 94,66. 10−6 = 0,56 𝑐𝑚 𝛼𝑞 = 2,35 12000 . (0,3.1,5) 23800 . 4,504 94,65. 10−6 = 0,016 𝑐𝑚 Aceitabilidade Sensorial: Visual: 𝑙 250 = 450 250 = 1,80 𝑐𝑚 Outro: 𝑙 350 = 450 350 = 1,29 𝑐𝑚 2.7. Dimensionamento da armadura das lajes Para o cálculo, usaremos as fórmulas: 𝐾𝑐 = 𝑏𝑤 . 𝑑2 𝑀𝑑 Onde: 𝑏𝑤 = 100 𝑐𝑚, 𝑟𝑒𝑝𝑟𝑒𝑠𝑒𝑛𝑡𝑎𝑛𝑑𝑜 𝑢𝑚𝑎 𝑓𝑎𝑖𝑥𝑎 𝑑𝑒 1 𝑚. 𝑑 = 𝐴𝑙𝑡𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑒 𝑐𝑜𝑛𝑐𝑟𝑒𝑡𝑜 (𝑐𝑚) 𝑀𝑑 = 𝑀𝑜𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 𝑎𝑝𝑙𝑖𝑐𝑎𝑑𝑜 𝑚𝑢𝑙𝑡𝑖𝑝𝑙𝑖𝑐𝑎𝑑𝑜 𝑝𝑒𝑙𝑜 𝑐𝑜𝑒𝑓𝑖𝑐𝑖𝑒𝑛𝑡𝑒 𝑑𝑒 1,4 (𝐾𝑁. 𝑐𝑚) A partir deste resultado, encontra-se na tabela A-1, disponível em anexo, o valor correspondente de Ks para o tipo de aço que será utilizado. E a partir dele resolver a fórmula para a área de aço necessário: 𝐴𝑠 = 𝐾𝑠 . 𝑀𝑑 𝑑 𝐾𝑠 = 𝑐𝑜𝑒𝑓𝑖𝑐𝑖𝑒𝑛𝑡𝑒 𝑡𝑎𝑏𝑒𝑙𝑎𝑑𝑜 𝑀𝑑 = 𝑀𝑜𝑚𝑒𝑛𝑡𝑜 𝑎𝑝𝑙𝑖𝑐𝑎𝑑𝑜 𝑚𝑢𝑙𝑡𝑖𝑝𝑙𝑖𝑐𝑎𝑑𝑜 𝑝𝑒𝑙𝑜 𝑐𝑜𝑒𝑓𝑖𝑐𝑖𝑒𝑛𝑡𝑒 𝑑𝑒 1,4 (𝐾𝑁. 𝑐𝑚) 𝑑 = 𝐴𝑙𝑡𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑒 𝑐𝑜𝑛𝑐𝑟𝑒𝑡𝑜 (𝑐𝑚) Em caso de uma armadura muito baixa, ou com espaçamento acima de 20cm, mesmo com baixo valor de momento, deve-se adotar o valor da armadura mínima, calculado por: 𝐴𝑠𝑚í𝑛: 0,15 100 . 𝑏𝑤 . ℎ Onde: 𝑏𝑤 = 100 𝑐𝑚, 𝑟𝑒𝑝𝑟𝑒𝑠𝑒𝑛𝑡𝑎𝑛𝑑𝑜 𝑢𝑚𝑎 𝑓𝑎𝑖𝑥𝑎 𝑑𝑒 1 𝑚. ℎ = 𝐴𝑙𝑡𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑎 𝑙𝑎𝑗𝑒 (𝑐𝑚) Sendo assim, teremos como mínimo: 𝐴𝑠𝑚í𝑛: 0,15 100 . 100 . 11 = 1,65 𝑐𝑚² Laje 1 Figura 29: Laje 01 Armadura positiva: Md = 604 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: 𝐾𝑐 = 𝑏𝑤 . 𝑑2 𝑀𝑑 = 100 . 82 1,4 . 604 = 7,57 𝑒 𝐾𝑠 = 0,024 𝐴𝑠 = 𝐾𝑠 . 𝑀𝑑 𝑑 = 0,024 . 1,4 . 604 8 = 2,54 𝑐𝑚² Tendo assim, uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 12,4 𝑐𝑚. Laje 2 Figura 30: Laje 02. Armaduras em X: Negativa: Xx = 813 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 7,87 e Ks = 0,024, encontrando um As = 3,41 cm². Tendo assim uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 9,23 𝑐𝑚. Positiva: Mx = 372 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 12,28 e Ks = 0,024; encontrando um As = 1,56 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Armaduras em Y: Positiva: Md = 122 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 37,47 e Ks = 0,023, encontrando um As = 0,49 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Laje 3 Figura 31: Laje 03. Armaduras em X: Negativa: Xx = 144 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 31,75 e Ks = 0,023, encontrando um As = 0,58 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Positiva: Mx = 66 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 69,26 e Ks = 0,023; encontrando um As = 0,27 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Armaduras em Y: Negativa: Xy = 72 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 63,49 e Ks = 0,023, encontrando um As = 0,29 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Positiva: My = 33 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 138,53 e Ks = 0,023; encontrando um As = 0,13 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Laje 4 Figura 32: Laje 04. Armaduras em X: Negativa: Xx = 690 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 6,62 e Ks = 0,024, encontrando um As = 2,90 cm². Tendo assim uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 10,86 𝑐𝑚. Positiva: Mx = 389 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 11,75 e Ks = 0,024; encontrando um As = 1,63 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Laje 5 Figura 33: Laje 05. Armaduras em X: Negativa: Xx = 543 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 8,42 e Ks = 0,024, encontrando um As = 2,28 cm². Tendo assim uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 13,81 𝑐𝑚. Positiva: Mx = 235 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 19,45 e Ks = 0,023; encontrando um As = 0,94 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Armaduras em Y: Negativa: Xy = 181 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 25,25 e Ks = 0,023, encontrando um As = 0,73 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Positiva: My = 415 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 11,02 e Ks = 0,024; encontrando um As = 1,74 cm². Tendo assim uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 18,12 𝑐𝑚. Laje 6 Figura 34: Laje 06. Armaduras em X: Negativa: Xx = 1178 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 3,88 e Ks = 0,025, encontrando um As = 5,15 cm². Tendo assim uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 6,12 𝑐𝑚. Positiva: Mx = 453 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 10,09 e Ks = 0,024; encontrando um As = 4,95 cm². Tendo assim uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 6,36 𝑐𝑚. Armaduras em Y: Positiva: Md = 305 KN.cm; bw = 100; d = 8 cm; Logo: Kc = 14,99 e Ks = 0,023; encontrando um As = 1,23 cm². O valor é menor que a armadura mínima exigida de 1,65 cm², sendo assim a armadura deve corresponder à armadura mínima, resultando em uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 19,08 𝑐𝑚. Laje 7 Figura 35: Laje 07. Armadura positiva: Md = 604 KN.cm; bw = 100 cm; d = 8 cm; Logo: Kc = 7,57 e Ks = 0,024; encontrando um As = 2,54 cm². Tendo assim uma armadura de ∅ 6,3 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 12,4 𝑐𝑚. Cargas nas vigas Para calcular a altura aproximada das vigas, usaremos a expressão: ℎ = 𝑙 12,5 = 485 12,5 = 38,8 𝑐𝑚 Onde: 𝑙 = 𝑣ã𝑜 𝑑𝑎 𝑣𝑖𝑔𝑎 (𝑐𝑚) Para a largura das vigas, considerou-se blocos com 12 cm de largura nas paredes internas e revestimento com 1,5 cm de espessura em cada face, e blocos com 19 cm de largura nas paredes externas com 3 cm de espessura em cada face, logo as vigas seguiram o tamanho das paredes com o revestimento de 15 cm e 19 cm, respectivamente. Cargas permanentes: Peso próprio da viga (Parede de 19 cm): 𝑃𝑃 = ℎ . 𝑙 . ɣ𝑐 Onde: ℎ = 𝑎𝑙𝑡𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑎 𝑣𝑖𝑔𝑎 (𝑚) 𝑙 = 𝑙𝑎𝑟𝑔𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑎 𝑣𝑖𝑔𝑎 (𝑚) ɣ𝑐 = 𝑝𝑒𝑠𝑜 𝑒𝑠𝑝𝑒𝑐í𝑓𝑖𝑐𝑜 𝑑𝑜 𝑐𝑜𝑛𝑐𝑟𝑒𝑡𝑜 (𝐾𝑁/𝑚3) Logo: 𝑃𝑃 = 0,19 . 0,4 . 25 𝑃𝑃 = 1,9 𝐾𝑁/𝑚 Peso próprio da viga (Parede de 15 cm): 𝑃𝑃 = ℎ . 𝑙 . ɣ𝑐 Onde: ℎ = 𝑎𝑙𝑡𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑎 𝑣𝑖𝑔𝑎 (𝑚) 𝑙 = 𝑙𝑎𝑟𝑔𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑎 𝑣𝑖𝑔𝑎 (𝑚) ɣ𝑐 = 𝑝𝑒𝑠𝑜 𝑒𝑠𝑝𝑒𝑐í𝑓𝑖𝑐𝑜 𝑑𝑜 𝑐𝑜𝑛𝑐𝑟𝑒𝑡𝑜 (𝐾𝑁/𝑚3) Logo: 𝑃𝑃 = 0,15 . 0,4 . 25 𝑃𝑃 = 1,5 𝐾𝑁/𝑚 Peso próprio da alvenaria: 𝑃𝑃𝐴 = ℎ𝑝 . 𝑃𝑝 ℎ𝑝 = 𝐴𝑙𝑡𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑎 𝑎𝑙𝑣𝑒𝑛𝑎𝑟𝑖𝑎 (𝑚) ℎ𝑝 = 𝑃é 𝑑𝑖𝑟𝑒𝑖𝑡𝑜 − 𝐴𝑙𝑡𝑢𝑟𝑎 𝑑𝑎 𝑣𝑖𝑔𝑎 ℎ𝑝 = 2,65 − 0,4 ℎ𝑝 = 2,25 𝑚 𝑃𝑝 = 𝑃𝑒𝑠𝑜 𝑝𝑟ó𝑝𝑟𝑖𝑜 𝑑𝑎𝑠 𝑝𝑎𝑟𝑒𝑑𝑒𝑠 ( 𝐾𝑁 𝑚2 ) Logo: 𝑃𝑃𝐴 = 2,25 . 2,3 𝑃𝑃𝐴 = 5,18 𝐾𝑁/𝑚 Carga Variável Pode-se considerar as cargas de reação de cada laje na viga a qual está apoiada. Cargas em cada trecho da planta: Figura 36: Trechos na planta. Trecho 1: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇1 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 7,39 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 14,47 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 2: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇2 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 0 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 7,08 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 3: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇3 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 0,98 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 8,06 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 4: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇4 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 1,84 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 8,92 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 5: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇5 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 3,19 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 9,87 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 6: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇5 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 1,64 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 8,32 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 7: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇7 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 1,64 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 8,32 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 8: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇8 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 12,31 + 7,74 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 27,13 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 9: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇9 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 4,65 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 11,73 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 10: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇10 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 3,19 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 8,92 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 11: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇11 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 1,84 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 8,92 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 12: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇12 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 8,88 + 1,13 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 17,01 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 13: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇13 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 3,14 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 10,22 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 14: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇14 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 5,24 + 15,71 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 27,63 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 15: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇15 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 1,13 + 15,71 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 23,52 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 16: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇16 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 1,13 + 20,12 (𝐸𝑠𝑐𝑎𝑑𝑎) Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 27,93 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 17: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇17 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 2,68 + 20,12 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 9,36 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 18: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇18 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 4,65 + 15,71 + 11,49 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 33,88 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 19: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇19 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,5 + 5,18 + 4,47 + 15,71 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 26,86 𝐾𝑁/𝑚 Trecho 20: Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 𝑃𝑃𝑉 + 𝑃𝑃𝐴 + 𝐶𝑎𝑟𝑔𝑎 𝑇20 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 1,9 + 5,18 + 6,9 Σ 𝑐𝑎𝑟𝑔𝑎𝑠 = 13,98 𝐾𝑁/𝑚 2.8. Momentos fletores nas vigas Afim de descobrir as cargas de reação em cada pilar, para o posterior dimensionamento, atribuiu-se cada valor encontrado nos trechos em suas respectivas vigas e foi encontrado através do programa FTOOL: Viga 01: Figura 37: Momento viga 01. Viga 02: Figura 38: Momento viga 02. Viga 03 Figura 39: Momento viga 03. Viga 04 Figura 40: Momento viga 04. Viga 05 Figura 41: Momento viga 05. Viga06 Figura 42: Momento viga 06. Viga 07 Figura 43: Momento viga 07. Viga 08 Figura 44: Momento viga 08. Viga 09 Figura 45: Momento viga 09. Viga 10 Figura 46: Momento viga 10. Logo, ao analisarmos graficamente os valores das reações em cada apoio podemos montar a tabela de solicitação dos pilares para permitir o dimensionamento. 2.9. Dimensionamento dos pilares: Os pilares devem ser predispostos de maneira a resistir às cargas verticais da edificação, para o seu pré-dimensionamento deve-se aplicar a carga total no nível considerado como na fórmula: 𝑃𝑑, 𝑡𝑜𝑡𝑎𝑙 𝑝𝑖𝑙𝑎𝑟 = ɣ𝑓. [(𝑁𝑎𝑛𝑑𝑎𝑟𝑒𝑠 𝑎𝑐𝑖𝑚𝑎 . 𝑃𝑖𝑙𝑎𝑟𝑒𝑠) + 𝑃𝑐𝑜𝑏𝑒𝑟𝑡𝑢𝑟𝑎 A partir dos diagramas de cortante e momento fletor, obtemos a tabela com as cargas verticais nos pilares, como se observa na tabela: Pilar Cargas Verticais (KN) P1 56,37 P2 75,17 P3 69,94 P4 54,03 P5 103,24 P6 236,13 P7 193,03 P8 36,02 P9 113,39 P10 102,02 P11 56,5 Figura 47:Tabela de solicitações nos pilares. Para o edifício em questão utilizou-se 3 pavimentos e o térreo, logo, para o cálculo das armaduras do pilar consideraremos dois tipos de pilares, de borda ou extremidade e de canto, sempre buscando os mais solicitados em cada caso e após isso igualar aos outros pilares, sempre em busca da segurança, para tal seguiremos as prescrições da NBR 6118/2001. Esforços solicitantes do pilar de borda Dados do pilar 6, o mais solicitado, e considerado pilar de borda: Nk: 708, 4 KN; le: 265 cm; hy: 15 cm; hx: 50 cm; Ac: 750 cm²; ɣn: 1; ɣc: 1,4; fck: 2,5 kN/cm²; fyk: 50 kN/cm²; d’x: 4 cm; ɣsteel: 1,15; ab: 0,6; fyd: 43,48 kN/cm²; Mk: 5873 kN.cm Esforço solicitante do pilar: 𝑁𝑑 = 𝛾𝑛 ∙ 𝛾𝑐 ∙ 𝑁𝑘 𝑁𝑑 = 1 ∙ 1,4 ∙ 708,4 𝑁𝑑 ∶ 991,76 𝑘𝑁 Momento solicitante do pilar: 𝑀𝑑 = 𝛾𝑛 ∙ 𝛾𝑐 ∙ 𝑀𝑘 𝑀𝑑 = 1 ∙ 1,4 ∙ 5873 𝑀𝑑: 8222 𝑘𝑁 ∙ 𝑚 Índice de esbeltez 𝜆𝑒𝑥 = (3,46 ∙ 𝑙𝑒) ℎ𝑥 𝜆𝑒𝑥 = (3,46 ∙ 265) 50 𝜆𝑒𝑥 = 18,34 𝜆𝑒𝑦 = (3,46 ∙ 𝑙𝑒) ℎ𝑦 𝜆𝑒𝑦 = (3,46 ∙ 265) 15 𝜆𝑒𝑦 = 61,13 (Aplicar efeitos de segunda ordem) Momentos mínimos 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 𝑁𝑑 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ ℎ𝑥) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 𝑀1𝑑∙𝑚𝑖𝑛𝑥 𝑁𝑑 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 991,76 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ 50) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 2975,28 991,76 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥: 2975,28 𝑘𝑁 ∙ 𝑐𝑚 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥: 3 𝑐𝑚 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 𝑁𝑑 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ ℎ𝑦) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦 = 𝑀1𝑑∙𝑚𝑖𝑛𝑦 𝑁𝑑 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 991,76 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ 15) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦 = 1933,93 991,76 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦: 1933,93 𝑘𝑁 ∙ 𝑐𝑚 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦: 1,95 𝑐𝑚 𝑒1𝑥. 𝑖𝑛 = 𝑀𝑑 𝑁𝑑 𝑒1𝑥. 𝑖𝑛 = 8222 991,76 𝑒1𝑥. 𝑖𝑛 = 8,29 𝑐𝑚 Momento de segunda ordem: 𝑣 = 𝑁𝑑 (𝐴𝑐∙𝑓𝑐𝑑) 1 𝑟 = 0,005 ℎ𝑦∙(𝑣+0,5) 𝑒2𝑦 = ( 𝑙𝑒2 10 ) ∙ 𝑟 𝑣 = 991,76 (750∙1,79) 1 𝑟 = 0,005 15 ∙ (0,74+0,5) 𝑒2𝑦 = ( 2652 10 ) ∙ 0,000269 𝑣 = 0,74 1 𝑟 : 0,000269 𝑐𝑚 𝑒2𝑦: 1,89 𝑐𝑚 Esbeltez limite 𝜆1𝑥 = (25 + 12,5 ∙ ( 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛 ℎ𝑥 )) 𝛼𝑏 𝜆1𝑥 = (25 + 12,5 ∙ ( 3 50)) 0,6 𝜆1𝑥 = 45,83 𝜆1𝑦 = (25 + 12,5 ∙ ( 𝑒𝑙𝑦. 𝑚𝑖𝑛 ℎ𝑦 )) 𝛼𝑏 𝜆1𝑦 = (25 + 12,5 ∙ ( 1,95 15 )) 𝛼𝑏 𝜆1𝑦 = 42,48 Excentricidade inicial da seção 𝑒𝑙𝑐 = 0,4 ∙ 𝑒𝑙𝑥. 𝑖𝑛 𝑒𝑙𝑐 = 0,4 ∙ 8,29 𝑒𝑙𝑐 ∶ 3,32 𝑐𝑚 Momento total 𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦 = 𝛼𝑏 ∙ 𝑀𝑑 + 𝑁𝑑 ∙ 𝑒2𝑦 𝑑′𝑥 ℎ𝑥 = 0,08 𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦 = 0,6 ∙ 8222 + 991,76 ∙ 1,89 𝜆 1𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦: 6804,77 𝑘𝑁 ∙ 𝑐𝑚 𝑑′𝑦 ℎ𝑦 = 0,27 Curvatura da seção critica 𝜇𝑥 = 𝑀1𝑑.𝑚𝑖𝑛.𝑥 (ℎ𝑥∙𝐴𝑐∙𝑓𝑐𝑑) 𝜇𝑦 = 𝑀1𝑑.𝑡𝑜𝑡.𝑦 (ℎ𝑥∙𝐴𝑐∙𝑓𝑐𝑑) 𝜇𝑥 = 2975,28 50 .750.1,79 𝜇𝑦 = 6804,77 (ℎ𝑥∙𝐴𝑐∙𝑓𝑐𝑑) 𝜇𝑥 = 0,045 𝜇𝑥 = 0,34 Área de aço Sendo w: 1 𝐴𝑠 = (𝑤 ∙ 𝐴𝑐 ∙ 𝑓𝑐𝑑) (𝑓𝑦𝑑) 𝐴𝑠 = (1,4 ∙ 750 ∙ 1,79) 43,48 𝐴𝑠: 30,8 𝑐𝑚2 Quantidade de barras 𝐴𝑑𝑜𝑡𝑎𝑑𝑜 10𝛷32 𝑚𝑚 𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 Quantidade de estribos 𝐴𝑑𝑜𝑡𝑎𝑑𝑜 𝛷8 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 15 𝑐𝑚 Esforços solicitantes do pilar de canto Dados do pilar 5, o mais solicitado, e considerado pilar de canto: Nk: 309,72 KN; le: 265 cm; hy: 19 cm; hx: 50 cm; Ac: 950 cm²; ɣn: 1; ɣc: 1,4; fck: 2,5 kN/cm²; fyk: 50 kN/cm²; d’x: 4 cm; ɣsteel: 1,15; ab: 0,7; fyd: 43,48 kN/cm²; Max: 10936 kN.cm; Mby: 2753 kN.cm; Esforço solicitante do pilar: 𝑁𝑑 = 𝛾𝑛 ∙ 𝛾𝑐 ∙ 𝑁𝑘 𝑁𝑑 = 1 ∙ 1,4 ∙ 309,72 𝑁𝑑 ∶ 433,61 𝑘𝑁 Índice de esbeltez 𝜆𝑒𝑥 = (3,46 ∙ 𝑙𝑒) ℎ𝑥 𝜆𝑒𝑥 = (3,46 ∙ 265) 50 𝜆𝑒𝑥 = 18,34 𝜆𝑒𝑦 = (3,46 ∙ 𝑙𝑒) ℎ𝑦 𝜆𝑒𝑦 = (3,46 ∙ 265) 19 𝜆𝑒𝑦 = 48,26 (Aplicar efeitos de segunda ordem) Momentos mínimos 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 𝑁𝑑 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ ℎ𝑥) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 𝑀1𝑑∙𝑚𝑖𝑛𝑥 𝑁𝑑 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 433,61 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ 50) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 1300,824 433,61 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥: 1300,824 𝑘𝑁 ∙ 𝑐𝑚 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥: 3 𝑐𝑚 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 𝑁𝑑 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ ℎ𝑦) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦 = 𝑀1𝑑∙𝑚𝑖𝑛𝑦 𝑁𝑑 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑥 = 433,61 ∙ (1,5 + 0,03 ∙ 19) 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦 = 897,57 433,61 𝑀1𝑑. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦: 897,57 𝑘𝑁 ∙ 𝑐𝑚 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛. 𝑦: 2,07 𝑐𝑚 Momento de segunda ordem: 𝑣 = 𝑁𝑑 (𝐴𝑐∙𝑓𝑐𝑑) 1 𝑟 = 0,005 ℎ𝑦∙(𝑣+0,5) 𝑒2𝑦 = ( 𝑙𝑒2 10 ) ∙ 𝑟 𝑣 = 433,61 (950∙1,79) 1 𝑟 = 0,005 19 ∙ (0,26+0,5) 𝑒2𝑦 = ( 2652 10 ) ∙ 0,000348 𝑣 = 0,26 1 𝑟 : 0,000348 𝑐𝑚 𝑒2𝑦: 11,94 𝑐𝑚 Esbeltez limite 𝜆1𝑥 = (25 + 12,5 ∙ ( 𝑒𝑙𝑥. 𝑚𝑖𝑛 ℎ𝑥 )) 𝛼𝑏 𝜆1𝑥 = (25 + 12,5 ∙ ( 3 50)) 0,7 𝜆1𝑥 = 36,75 𝜆1𝑦 = (25 + 12,5 ∙ ( 𝑒𝑙𝑦. 𝑚𝑖𝑛 ℎ𝑦 )) 𝛼𝑏 𝜆1𝑦 = (25 + 12,5 ∙ ( 2,07 15 )) 0,7 𝜆1𝑦 = 37,62 Momento total 𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦 = 𝛼𝑏 ∙ 𝑀𝑑 + 𝑁𝑑 ∙ 𝑒2𝑦 𝑑′𝑥 ℎ𝑥 = 0,08 𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦 = 0,7 ∙ 897,57 + 433,61 ∙ 2,45 𝜆 1𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦: 1689,43 𝑘𝑁 ∙ 𝑐𝑚 𝑑′𝑦 ℎ𝑦 = 0,21 𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦 = 𝛼𝑏 ∙ 𝑀𝑑 + 𝑁𝑑 ∙ 𝑒2𝑦 𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦 = 0,7 ∙ 10936 + 433,61 ∙ 11,94 𝜆 1𝑀𝑑. 𝑡𝑜𝑡. 𝑦: 12841,88 𝑘𝑁 ∙ 𝑐𝑚 Curvatura da seção critica 𝜇𝑥 = 𝑀1𝑑.𝑚𝑖𝑛.𝑥 (ℎ𝑥∙𝐴𝑐∙𝑓𝑐𝑑) 𝜇𝑦 = 𝑀1𝑑.𝑡𝑜𝑡.𝑦 (ℎ𝑥∙𝐴𝑐∙𝑓𝑐𝑑) 𝜇𝑥 = 12841,88 50 .950.1,79 𝜇𝑦 = 1689,43 (19∙950∙1,79) 𝜇𝑥 = 0,1514 𝜇𝑥 = 0,0524 Área de aço Sendo w: 0,2 𝐴𝑠 = (𝑤 ∙ 𝐴𝑐 ∙ 𝑓𝑐𝑑) (𝑓𝑦𝑑) 𝐴𝑠 = (0,2 ∙ 950 ∙ 1,79)43,48 𝐴𝑠: 7,8 𝑐𝑚2 Quantidade de barras 𝐴𝑑𝑜𝑡𝑎𝑑𝑜 8𝛷10 𝑚𝑚 𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠 Quantidade de estribos 𝐴𝑑𝑜𝑡𝑎𝑑𝑜 𝛷5 𝑚𝑚 𝑎 𝑐𝑎𝑑𝑎 12 𝑐𝑚