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Segurança estrutural Aula 2 Prof. Carlos Henrique 1 8 Propriedades dos materiais 8.2 Concreto 8.2.1 Classes Segundo a ABNT NBR 8953, os concretos a serem usados estruturalmente estão divididos em dois grupos, classificados de acordo com sua resistência característica à compressão (fck), conforme mostrado na Tabela a seguir. Nesta Tabela a letra C indica a classe do concreto e o número que se segue corresponde à sua resistência característica à compressão (fck), em MPa. A dosagem do concreto deverá ser feita de acordo com a ABNT NBR 12655. A composição de cada concreto deve ser definida em dosagem racional e experimental, com a devida antecedência em relação ao início da obra. O controle tecnológico da obra deve ser feito de acordo com a ABNT NBR 12654. A classe C15 pode ser usada apenas em fundações, conforme ABNT NBR 6122, e em obras provisórias. A classe C20, ou superior, se aplica ao concreto com armadura passiva e a classe C25, ou superior, ao concreto com armadura ativa. A classe C15 pode ser usada apenas em obras provisórias ou concreto sem fins estruturais, conforme a ABNT NBR 8953. 2 Grupo I fck Grupo II fck C10 10 MPa C55 55 MPa C15 15 MPa C60 60 MPa C20 20 MPa C65 65 MPa C25 25 MPa C70 70 MPa C30 30 MPa C75 75 MPa C35 35 MPa C80 80 MPa C40 40 MPa C85 85 MPa C45 45 MPa C90 90 MPa C50 50 MPa 8 Propriedades dos materiais 8.2.2 Massa específi ca Esta Norma se aplica aos concretos de massa específica normal, que são aqueles que, depois de secos em estufa, têm massa específica (rc) compreendida entre 2 000 kg/m3 e 2 800 kg/m3. Se a massa específica real não for conhecida, para efeito de cálculo, pode-se adotar para o concreto simples o valor 2400 kg/m3 e para o concreto armado, 2500 kg/m3. Quando se conhecer a massa específica do concreto utilizado, pode-se considerar para valor da massa específica do concreto armado aquela do concreto simples acrescida de 100 kg/m³ a 150 kg/m³. 3 1 m Concreto simples 1 m 1 m + 2.400 kg/m 3 3 100 kg/m Aço 3 2.500 kg/m Concreto armado= 8 Propriedades dos materiais 8.2.3 Coeficiente de dilatação térmica Para efeito de análise estrutural, o coeficiente de dilatação térmica pode ser admitido como sendo igual a 10-5/°C. 4 Junta de dilatação Bloco A Bloco B 8 Propriedades dos materiais 8.2.4 Resistência à compressão As prescrições da ABNT NBR 6118/07 referem-se à resistência à compressão obtida em ensaios de cilindros moldados segundo a ABNT NBR 5738, realizados de acordo com a ABNT NBR 5739. Quando não for indicada a idade, as resistências referem-se à idade de 28 dias. A estimativa da resistência à compressão média, fcmj, correspondente a uma resistência fckj especificada, deve ser feita conforme indicado na ABNT NBR 12655. A evolução da resistência à compressão com a idade deve ser obtida através de ensaios especialmente executados para tal. Na ausência desses resultados experimentais pode-se adotar, em caráter orientativo, os valores indicados em 12.3.3. 5 8 Propriedades dos materiais 8.2.4 Resistência à compressão 6 Figura – Corpos-de-prova cilíndricos 15 x 30 cm e 10 x 20 cm para determinação da resistência à compressão de concretos. Figura – Corpo-de-prova cilíndrico em ensaio para determinação da resistência à compressão do concreto. 8 Propriedades dos materiais 8.2.5 Resistência à tração A resistência à tração indireta fct,sp e a resistência à tração na flexão fct,f devem ser obtidas em ensaios realizados segundo as ABNT NBR 7222 e ABNT NBR 12142, respectivamente. 7 F F d h F F ll l _+ l ll Resistência à tração indireta (fct,sp) - determinada no ensaio de compressão diametral. Figura – Resistência do concreto à tração determinada por ensaio de compressão diametral A resistência à tração na flexão (fct,f) é determinada em uma viga de concreto simples num ensaio de flexão simples: _ + P 2 P 2 h = 15 b = 15 20 20 20 5 = 60 cm 5 70 = P b h 2 Diagrama de tensões t 8 Propriedades dos materiais 8.2.5 Resistência à tração A resistência à tração direta fct pode ser considerada igual a 0,9fct,sp ou 0,7fct,f, ou, na falta de ensaios para obtenção de fct,sp e fct,f, pode ser avaliado o seu valor médio ou característico por meio das seguintes equações: fctk,inf = 0,7fct,m fctk,sup = 1,3fct,m — para concretos de classes até C50: fct,m = 0,3 fck 2/3 — para concreto de classes C55 até C90: fct,m = 2,12ln(1 + 0,11 fck) onde fct,m e fck são expressos em megapascals (MPa). sendo fckj ≥ 7 MPa, estas expressões podem também ser usadas para idades diferentes de 28 dias. 8 8 Propriedades dos materiais 8.2.5 Resistência à tração 9 fck fctm % fctm / fck 15 1,82 12,2% 20 2,21 11,1% 25 2,56 10,3% 30 2,90 9,7% 35 3,21 9,2% 40 3,51 8,8% 45 3,80 8,4% 50 4,07 8,1% 55 4,14 7,5% 60 4,30 7,2% 65 4,45 6,8% 70 4,59 6,6% 75 4,72 6,3% 80 4,84 6,0% 85 4,95 5,8% 90 5,06 5,6% 20 25 30 35 40 45 50 55 60 65 70 75 80 85 90 2,00 3,00 4,00 5,00 fck fctm fck x fctm 0% 2% 4% 6% 8% 10% 12% 14% 20 30 40 50 60 70 80 90 % fck (fcm/fck) x fck 8 Propriedades dos materiais 8.2.8 Módulo de elasticidade 10 8 Propriedades dos materiais 8.2.8 Módulo de elasticidade 11 0,3fc 0,4fc 0,3fc 8 Propriedades dos materiais 8.2.8 Módulo de elasticidade O módulo de elasticidade (Eci) deve ser obtido segundo o método de ensaio estabelecido na ABNT NBR 8522, sendo considerado nesta Norma o módulo de deformação tangente inicial, obtido aos 28 dias de idade. Quando não forem realizados ensaios, pode-se estimar o valor do módulo de elasticidade inicial usando as expressões a seguir: sendo αE = 1,2 para basalto e diabásio αE = 1,0 para granito e gnaisse αE = 0,9 para calcário αE = 0,7 para arenito onde Eci e fck são dados em megapascals (MPa). O módulo de deformação secante pode ser obtido segundo método de ensaio estabelecido na ABNT NBR 8522, ou estimado pela expressão: Ecs = αi . Eci sendo 12 8 Propriedades dos materiais 8.2.8 Módulo de elasticidade A Tabela 8.1 apresenta valores estimados arredondados que podem ser usados no projeto estrutural. Tabela 8.1 – Valores estimados de módulo de elasticidade em função da resistência característica à compressão do concreto (considerando o uso de granito como agregado graúdo) 13 8 Propriedades dos materiais 8.2.8 Módulo de elasticidade 14 ae ae ae ae ae ae ae ae fck 1,2 1 0,9 0,7 1,2 1 0,9 0,7 15 26026 21689 19520 15182 0,84 21797 18164 16348 12715 20 30053 25044 22540 17531 0,85 25169 20974 18877 14682 25 33600 28000 25200 19600 0,86 28140 23450 21105 16415 30 36807 30672 27605 21471 0,88 30826 25688 23119 17982 35 39756 33130 29817 23191 0,89 33296 27746 24972 19422 40 42501 35418 31876 24792 0,90 35595 29662 26696 20764 45 45079 37566 33809 26296 0,91 37754 31461 28315 22023 50 47518 39598 35638 27719 0,93 39796 33163 29847 23214 55 48759 40632 36569 28443 0,94 40836 34030 30627 23821 60 49934 41612 37451 29128 0,95 41820 34850 31365 24395 65 51057 42547 38293 29783 0,96 42760 35633 32070 24943 70 52132 43443 39099 30410 0,98 43661 36384 32745 25469 75 53165 44304 39873 31013 0,99 44525 37104 33394 25973 80 54159 45132 40619 31592 1,00 45358 37798 34018 26459 85 55117 45931 41338 32152 1,01 46161 38467 34621 26927 90 56044 46703 42033 32692 1,03 46937 39114 35203 27380 ai Eci Ecs 8 Propriedades dos materiais 8.2.8 Módulo de elasticidade 15 0 10000 20000 30000 40000 50000 60000 10 20 30 40 50 60 70 80 90 Eci fckae=1,2ae=1,0 ae=0,9 ae=0,7 0 10000 20000 30000 40000 50000 60000 10 20 30 40 50 60 70 80 90 Ecs fckae=1,2 ae=1,0 ae=0,9 ae=0,7 8GPa 12GPa 8 Propriedades dos materiais 8.2.9 Coeficiente de Poisson e módulo de elasticidade transversal Para tensões de compressão menores que 0,5fc e tensões de tração menores que fct, o coeficiente de Poisson ν pode ser tomado como igual a 0,2 e o módulo de elasticidade transversal Gc igual a Ecs/2,4. 16 8 Propriedades dos materiais 8.2.10 Diagramas tensão-deformação 8.2.10.1 Compressão 17 1 2 3 f = 18 cf = 25 c c ( ‰ ) cf = 50 cf = 38 30 0 0 20 10 f = 38 cf = 50 4 c MPa 30 ( ‰ ) 5 6 cf = 25 cf = 18 c 0 0 10 20 40 50 c 21 3 MPa 50 40 c fc 8 Propriedades dos materiais 8.2.10 Diagramas tensão-deformação 8.2.10.1 Compressão Para tensões de compressão menores que 0,5fc, pode-se admitir uma relação linear entre tensões e deformações, adotando-se para módulo de elasticidade o valor secante dado pela expressão constante em 8.2.8. Para análises no estado-limite último, podem ser empregados o diagrama tensão-deformação idealizado mostrado na Figura 8.2 ou as simplificações propostas na Seção 17. 18 8 Propriedades dos materiais 8.2.10 Diagramas tensão-deformação 8.2.10.1 Compressão Os valores a serem adotados para os parâmetros εc2 (deformação específica de encurtamento do concreto no início do patamar plástico) e εcu (deformação específica de encurtamento do concreto na ruptura) são definidos a seguir: — para concretos de classes até C50: εc2 = 2,0%o; εcu = 3,5%o — para concretos de classes C50 até C90: εc2 = 2,0%o + 0,085%o.(fck – 50)0,53; εcu = 2,6%o + 35%o.[(90 – fck)/100] 4 Ver indicação sobre o valor de fcd em 12.3.3. 19 8 Propriedades dos materiais 8.2.10 Diagramas tensão-deformação 8.2.10.1 Compressão 20 8 Propriedades dos materiais 8.2.10 Diagramas tensão-deformação 8.2.10.1 Compressão O fator 0,85 é devido ao efeito Rüsch: “Quanto maior é o tempo de carregamento para se alcançar a ruptura, menor é a resistência do concreto”, ou “é a diminuição da resistência do concreto com o aumento do tempo na aplicação da carga”. 21 0 1 2 3 4 5 6 t = 70 dias Limite de ruptura t = 3 d ias t = 20 m in t = 2 mi nf c c t = 1 00 m in c 8 ( ‰ )7 t = duração do carregamento 1,0 0,8 0,6 0,4 0,2 8 Propriedades dos materiais 8.2.10 Diagramas tensão-deformação 8.2.10.2 Tração Para o concreto não fissurado, pode ser adotado o diagrama tensão-deformação bilinear de tração, indicado na Figura 8.3. 22 8 Propriedades dos materiais Fluência Fluência (cc) é o aumento das deformações no concreto sob tensões permanentes de compressão ao longo do tempo, mesmo que não ocorram acréscimos nessas tensões. A deformação que antecede a fluência é chamada “deformação imediata” (ci), aquela que ocorre imediatamente após a aplicação das primeiras tensões de compressão no concreto, devida basicamente à acomodação dos cristais que constituem a parte sólida do concreto. 23 8 Propriedades dos materiais Fluência Flechas finais Cerca de 2 à 3 vezes a flecha imediata Efeito do tempo no concreto estrutural Anexo A da NBR 6118 Flechas diferidas no tempo para vigas de CA Item 17.3 da NBR 6118 (método aproximado) 24 Retração É a diminuição de volume do concreto ao longo do tempo, provocada principalmente pela evaporação da água (“retração capilar”) não utilizada nas reações químicas de hidratação do cimento. A retração do concreto ocorre mesmo na ausência de ações ou carregamentos externos. Tipos: Retração química; é decorrente das reações de hidratação do cimento. Contração da água não evaporável, durante o endurecimento do concreto. Retração por carbonatação; os componentes secundários do cimento, como o hidróxido de cálcio, ao reagirem com o gás carbônico presente na atmosfera, levam também a uma diminuição de volume do concreto (Ca(OH)2 + CO2 → CaCO3 + H2O). 25 8 Propriedades dos materiais 8.2.11 Fluência e retração Em casos onde não é necessária grande precisão, os valores finais do coeficiente de fluência ϕ(t∞,t0) e da deformação específica de retração εcs(t∞,t0) do concreto, submetidos a tensões menores que 0,5 fc quando do primeiro carregamento, podem ser obtidos, por interpolação linear, a partir da Tabela 8.2. A Tabela 8.2 fornece o valor do coeficiente de fluência ϕ(t∞,t0) e da deformação específica de retração εcs(t∞,t0) em função da umidade média ambiente e da espessura fictícia 2Ac/u, onde Ac é a área da seção transversal e u é o perímetro da seção em contato com a atmosfera. Os valores desta Tabela são relativos a temperaturas do concreto entre 10 °C e 20 °C, podendo-se, entretanto, admiti-los como válidos para temperaturas entre 0 °C e 40 °C. Esses valores são válidos para concretos plásticos e de cimento Portland comum. Deformações específicas devidas à fluência e à retração mais precisas podem ser calculadas segundo indicação do Anexo A. 26 Os principais fatores que influem nas propriedades do concreto são: • Tipo e quantidade de cimento; • Qualidade da água e relação água-cimento; • Tipos de agregados, granulometria e relação agregado-cimento; • Presença de aditivos e adições; • Procedimento e duração da mistura; • Condições e duração de transporte e de lançamento; • Condições de adensamento e de cura; • Forma e dimensões dos corpos-de-prova; • Tipo e duração do carregamento; • Idade do concreto; umidade; temperatura etc. O uso de armadura complementar pode reduzir a fluência e a retração do concreto. 27 8 Propriedades dos materiais 8 Propriedades dos materiais 8.3 Aço de armadura passiva 8.3.1 Categoria Nos projetos de estruturas de concreto armado deve ser utilizado aço classificado pela ABNT NBR 7480, com o valor característico da resistência de escoamento nas categorias CA-25, CA-50 e CA-60. Os diâmetros e seções transversais nominais devem ser os estabelecidos na ABNT NBR 7480. Barras: os aços de diâmetro nominal 5 mm ou superior, obtidos exclusivamente por laminação a quente. Fios: aqueles de diâmetro nominal 10 mm ou inferior, obtidos por trefilação ou processo equivalente, como estiramento e laminação a frio. 28 8 Propriedades dos materiais 29 ABNT NBR 7480 - 1996. 30 31 8 Propriedades dos materiais 8.3 Aço de armadura passiva 8.3.2 Tipo de superfície Os fios e barras podem ser lisos, entalhados ou providos de saliências ou mossas. Para cada categoria de aço, o coeficiente de conformação superficial mínimo, ηb, determinado através de ensaios, deve atender ao indicado na ABNT NBR 7480. A configuração e a geometria das saliências ou mossas devem satisfazer também o que é especificado nesta Norma, nas Seções 9 e 23, desde que existam solicitações cíclicas importantes. Para os efeitos desta Norma, a conformação superficial é medida pelo coeficiente η1, cujo valor está relacionado ao coeficiente de conformação superficial ηb, como estabelecido na Tabela 8.3. 8.3.3 Massa específica Pode-se adotar para a massa específica do aço de armadura passiva o valor de 7 850 kg/m³. 32 8 Propriedades dos materiais 8.3.4 Coefi ciente de dilatação térmica O valor de 10-5/°C pode ser considerado para o coeficiente de dilatação térmica do aço, para intervalos de temperatura entre – 20 °C e 150 °C. 8.3.5 Módulo de elasticidade Na falta de ensaios ou valores fornecidos pelo fabricante, o módulo de elasticidade do aço pode ser admitido igual a 210 GPa. 8.3.6 Diagrama tensão-deformação, resistência ao escoamento e à tração O diagrama tensão-deformação do aço e os valores característicosda resistência ao escoamento fyk, da resistência à tração fstk e da deformação na ruptura εuk devem ser obtidos de ensaios de tração realizados segundo a ABNT NBR ISO 6892-1. O valor de fyk para os aços sem patamar de escoamento é o valor da tensão correspondente à deformação permanente de 0,2 %. Para o cálculo nos estados-limite de serviço e último, pode-se utilizar o diagrama simplificado mostrado na Figura 8.4, para os aços com ou sem patamar de escoamento. 33 8 Propriedades dos materiais 8.3.7 Características de dutilidade Os aços CA-25 e CA-50, que atendam aos valores mínimos de (fst/fy)k e εuk indicados na ABNT NBR 7480, podem ser considerados de alta dutilidade. Os aços CA-60 que obedeçam também às especificações desta Norma podem ser considerados de dutilidade normal. Em ensaios de dobramento a 180°, realizados de acordo com a ABNT NBR 6153 e utilizando os diâmetros de pinos indicados na ABNT NBR 7480, não pode ocorrer ruptura ou fissuração. 8.3.8 Resistência à fadiga Ver 23.5.5. 8.3.9 Soldabilidade Para que um aço seja considerado soldável, sua composição deve obedecer aos limites estabelecidos na ABNT NBR 8965. A emenda de aço soldada deve ser ensaiada à tração segundo a ABNT NBR 8548. A carga de ruptura mínima, medida na barra soldada, deve satisfazer o especificado na ABNT NBR 7480, e o alongamento sob carga deve ser tal que não comprometa a dutilidade da armadura. O alongamento total plástico medido na barra soldada deve atender a um mínimo de 2 %. 34 Segurança Estrutural Conceito de Segurança • Método Intuitivo x Teorias quantitativas • Método das Tensões Admissíveis • Método do Coeficiente de Segurança Externo • Métodos Probabilísticos • Método Semi-Probabilístico Método dos Estados Limites • Estado Limite Último • Estado Limite de Serviço 35 Segurança Estrutural Conceito de Segurança “ Segurança de uma estrutura é a capacidade que ela apresenta de suportar, em atingir um estado limite, as ações mais desfavoráveis ao longo de sua vida útil em condições adequadas de funcionalidade. ” “ Segurança é o afastamento que uma estrutura apresenta entre as situações previstas para seu uso e a situação de ruína. ” Qualitativo e de difícil quantificação Insegurança x desperdício • Fatores que influenciam a segurança: Variabilidade das ações e resistências, Importância da estrutura – custo dos danos, Imprecisões geométricas (Vãos e seções), Imprecisões de projeto relativas às Resistências e solicitações. 36 Segurança Estrutural Método Intuitivo Segurança é obtida através de concepções baseadas na intuição dos projetistas e construtores. Intuição: pode ser pura, ou, mais comumente, condicionada por sucessos e insucessos de construções similares anteriormente feitas, inclusive de modelos. • Antieconômicas; • Grau de insucesso elevado; • Obrigatoriedade, face ao desconhecimento das • Teorias quantitativas do comportamento estrutural. Teorias quantitativas Mecânica das estruturas • comportamentos estruturais • comportamento reológico • determinação dos esforços internos, deformações e deslocamentos produzidos por ações • critérios de resistência dos materiais Métodos experimentais • Hipótese fundamental: Comportamento estrutural determinístico. 37 Segurança Estrutural (Método das Tensões Admissíveis) Método das Tensões Admissíveis. Principais críticas: • i grande não significa necessariamente grande segurança, portanto i não quantifica segurança. • i tem mais significado como coeficiente de ignorância em relação ao comportamento do material. • Não levam em consideração a combinação prevista de ações. • Em problemas não-lineares, i conduz a uma ideia falsa, levando muitas vezes a soluções antieconômicas. • Não quantifica a segurança, encontra-se definitivamente superado. 38 Segurança Estrutural (Método do Coeficiente de Segurança Externo) Método do Coeficiente de Segurança Externo Método de cálculo no regime de ruptura, cálculo de concreto no estádio III, método dos estados limites – determinístico. IDÉIA: a carga de serviço F, majorada por um coeficiente e > 1, faz com que a peça perca a estabilidade, ou que a tensão num de seus pontos atinja o valor de ruptura ou de escoamento. e x F ELU Principais críticas: • Um coeficiente único e não leva em conta muitos fatores, tais como variabilidade e simultaneidade de ações, entre outros. Portanto, também e não quantifica segurança. • Corrige o problema da não-linearidade física, em relação às tensões admissíveis, mas não para a não-linearidade geométrica. • e como quantificador de segurança é ilusório, pois um mesmo e indica níveis bem diferentes em se tratando de materiais diferentes. • e , e também i , repousam em teorias determinísticas, enquanto os parâmetros mecânicos e geométricos que influem na segurança são aleatórios. 39 Segurança Estrutural (Métodos Probabilísticos) 40 Segurança Estrutural (Métodos Probabilísticos) A escolha de p é ditada fundamentalmente por razões econômicas. Menor a probabilidade de ruína p Maior o nível de segurança Mais cara a estrutura Teoricamente, deve-se utilizar o valor de p que compatibilize custo com segurança adequada da obra. Exemplo p=0,001=1/1000 ( uma ruptura para 1000), o custo total destas obras é dado por: Determinação da probabilidade de ruína p mais indicada – menor custo unitário 41 Segurança Estrutural (Métodos Probabilísticos) Método probabilístico condicionado Quase tudo é ALEATÓRIO: ações, solicitações, resistências, geometria da estrutura. Teoria que fornece a configuração de ruína: continua DETERMINÍSTICA. Método probabilístico puro A consideração de todas as configurações de ruína possíveis pela aleatoriedade das propriedades mecânicas e dos parâmetros geométricos constitui a essência do método probabilístico. É muito complexo – constitui sonho dos pesquisadores. 42 Segurança Estrutural (Método Semi-Probabilístico) 43 Segurança Estrutural (Método Semi-Probabilístico) Ações Características Fk,sup = Fk Valor característico superior, 5% de probabilidade de ser ultrapassado. Cálculo Fd = f . Fk Reduzindo a probabilidade de ser ultrapassado. 44 Segurança Estrutural (Método Semi-Probabilístico) Resistências Características fk,inf = fk Valor característico inferior, 5% de probabilidade de ser ultrapassado cálculo fd = fk / m Cálculo Reduzindo a probabilidade de ser inferior 45 Estados Limites 4.1 Estados limites (ABNT NBR 8681:2006) Os estados limites podem ser estados limites últimos ou estados limites de serviço. Os estados limites considerados nos projetos de estruturas dependem dos tipos de materiais de construção empregados e devem ser especificados pelas normas referentes ao projeto de estruturas com eles construídas. Todos as tipologias estruturais devem possuir uma margem de segurança contra o colapso e em condições de uso, caso contrário poderão levar a estrutura à sua ruína ou paralização parcial ou total. Deverá existir, portanto, uma folga na capacidade resistente da estrutura, de tal modo que para ocorrer a ruína, a estrutura teria que estar submetida a carregamentos muito superiores aqueles para os quais foi projetada. A “distância” entre o que a estrutura pode resistir e os esforços solicitantes provenientes do carregamento de serviço é a margem de segurança da estrutura. O dimensionamento da estrutura será feito no Estado Limite Último (ELU- situação relativa ao colapso), de modo que os coeficientes de segurança farão que, em serviço, as estruturas estejam longe da ruína e que obedeçam a critérios de aceitabilidade. 46 Estados Limites 4.1.1 Estados limites últimos (ABNT NBR 8681:2006) No projeto, usualmente devem ser considerados os estadoslimites últimos caracterizados por: a) Perda de equilíbrio, global ou parcial, admitida a estrutura como um corpo rígido; b) Ruptura ou deformação plástica excessiva dos materiais; c) Transformação da estrutura, no todo ou em parte, em sistema hipostático; d) Instabilidade por deformação; e) Instabilidade dinâmica. NOTA Em casos particulares pode ser necessário considerar outros estados limites últimos que não os aqui especificados. Colapso progressivo. Em relação aos ELU, além de se garantir a segurança adequada, isto é, uma probabilidade suficientemente pequena de ruína, é necessário garantir uma boa ductilidade, de forma que uma eventual ruína ocorra de forma suficientemente avisada, alertando os usuários.” 47 ESTADOS LIMITES DE SERVIÇO (ELS) 4.1.2 Estados limites de serviço (ABNT NBR 8681:2006) 4.1.2.1 No período de vida da estrutura, usualmente são considerados estados limites de serviço caracterizados por: a) danos ligeiros ou localizados, que comprometam o aspecto estético da construção ou a durabilidade da estrutura; b) deformações excessivas que afetem a utilização normal da construção ou seu aspecto estético; c) vibração excessiva ou desconfortável. Em relação ao ELS temos; A. Estado limite de formação de fissuras (ELS-F): se inicia a formação de fissuras. Admite-se que este estado limite é atingido quando a tensão de tração máxima na seção transversal for igual a resistência do concreto à tração na flexão (fct,f); B. Estado limite de abertura das fissuras (ELS-W): é alcançado quando as fissuras têm aberturas iguais aos máximos especificados pela norma. Sabendo que estruturas de concreto armado trabalham fissuradas um bom projeto estrutural deverá manter as fissuras dentro dos limites normativos, não serão prejudiciais à estética e à durabilidade; C. Estado limite de deformações excessivas (ELS-DEF): é alcançado quando as deformações (flechas) atingem os limites estabelecidos para a utilização normal. O projetista estrutural deverá limitar as flechas a valores aceitáveis, que não prejudiquem a estética e funcionalidade; D. Estado limite de vibrações excessivas (ELS-VE): é alcançado quando as vibrações atingem os limites estabelecidos para a utilização normal da construção. O projetista deverá eliminar ou limitar as vibrações. Cabe ressaltar que atualmente o código de defesa do consumidor exerce forte influência nas definições e padrões de qualidade/durabilidade. 48 Estados Limites 4.2 Ações (ABNT NBR 8681:2006) 4.2.1 Classificação das ações Para o estabelecimento das regras de combinação das ações, estas são classificadas segundo sua variabilidade no tempo em três categorias: a) ações permanentes; b) ações variáveis; c) ações excepcionais. 4.2.1.1 Ações permanentes Consideram-se como ações permanentes: a) ações permanentes diretas: os pesos próprios dos elementos da construção, incluindo-se o peso próprio da estrutura e de todos os elementos construtivos permanentes, os pesos dos equipamentos fixos e os empuxos devidos ao peso próprio de terras não removíveis e de outras ações permanentes sobre elas aplicadas; b) ações permanentes indiretas: a protensão, os recalques de apoio e a retração dos materiais. 11.6.1.1 Ações permanentes NBR 6118-2014 Para as ações permanentes, os valores característicos devem ser adotados iguais aos valores médios das respectivas distribuições de probabilidade, sejam valores característicos superiores ou inferiores. Esses valores estão definidos nesta seção ou em Normas Brasileiras específicas, como a ABNT NBR 6120. 49 Estados Limites 4.2 Ações (ABNT NBR 8681:2006) 4.2.1.2 Ações variáveis Consideram-se como ações variáveis as cargas acidentais das construções, bem como efeitos, tais como forças de frenação, de impacto e centrífugas, os efeitos do vento, das variações de temperatura, do atrito nos aparelhos de apoio e, em geral, as pressões hidrostáticas e hidrodinâmicas. Em função de sua probabilidade de ocorrência durante a vida da construção, as ações variáveis são classificadas em normais ou especiais: a) ações variáveis normais: ações variáveis com probabilidade de ocorrência suficientemente grande para que sejam obrigatoriamente consideradas no projeto das estruturas de um dado tipo de construção; b) ações variáveis especiais: nas estruturas em que devam ser consideradas certas ações especiais, como ações sísmicas ou cargas acidentais de natureza ou de intensidade especiais, elas também devem ser admitidas como ações variáveis. As combinações de ações em que comparecem ações especiais devem ser especificamente definidas para as situações especiais consideradas. 11.6.1.2 Ações variáveis NBR 6118-2014 Os valores característicos das ações variáveis, Fqk, estabelecidos por consenso e indicados em Normas Brasileiras específicas, correspondem a valores que têm de 25 % a 35 % de probabilidade de serem ultrapassados no sentido desfavorável, durante um período de 50 anos, o que significa que o valor característico Fqk é o valor com período médio de retorno de 174 anos a 117 anos, respectivamente. Esses valores estão definidos nesta seção ou em Normas Brasileiras específicas, como a ABNT NBR 6120. 50 Estados Limites 4.2 Ações (ABNT NBR 8681:2006) 4.2.1.3 Ações excepcionais Consideram-se como excepcionais as ações decorrentes de causas tais como explosões, choques de veículos, incêndios, enchentes ou sismos excepcionais. Os incêndios, ao invés de serem tratados como causa de ações excepcionais, também podem ser levados em conta por meio de uma redução da resistência dos materiais constitutivos da estrutura. 51 11.7 Coeficientes de ponderação das ações 52 As ações devem ser majoradas pelo coeficiente f . O valor do coeficiente de segurança das ações é dado por: f = f1 f2 f3 O coeficiente f de ponderação das ações podem ser considerados como o produto de f1 e f3 , onde f1 leva em conta a variabilidade das ações e o f3 considera os possíveis erros de avaliação dos efeitos das ações, seja por problemas construtivos, seja por deficiência do método de cálculo empregado”. Tabela - Coeficiente f = f1 . f3 11.7 Coeficientes de ponderação das ações 53 ELU ELS 11.7 Coeficientes de ponderação das ações 54 11.7.2 Coeficientes de ponderação das ações no estado-limite de serviço (ELS) Em geral, o coeficiente de ponderação das ações para estados-limites de serviço é dado pela expressão: f = f2 onde f2 tem valor variável conforme a verificação que se deseja fazer (ver Tabela 11.2): f2 = 1 para combinações raras; f2 = ψ1 para combinações frequentes; f2 = ψ2 para combinações quase permanentes. 11.8 Combinações de ações 11.8.1 Generalidades Um carregamento é definido pela combinação das ações que têm probabilidades não desprezíveis de atuarem simultaneamente sobre a estrutura, durante um período preestabelecido. A combinação das ações deve ser feita de forma que possam ser determinados os efeitos mais desfavoráveis para a estrutura; a verificação da segurança em relação aos estados-limites últimos e aos estados-limites de serviço deve ser realizada em função de combinações últimas e de combinações de serviço, respectivamente. 11.8.2 Combinações últimas • Normal • Especial ou de construção • Excepcional. Nos edifícios residenciais a combinação última a ser considerada é a normal. Porém, onde ocorrerem ações especiais, de construção ou excepcionais importantes, os outros tipos devem ser consideradas. 55 11.8 Combinações de ações 11.8.2.1 Combinações últimas normais Em cada combinação devem estar incluídas as ações permanentes e a ação variável principal, com seus valores característicos e as demais ações variáveis, consideradas secundárias, com seus valores reduzidos de combinação, conforme ABNT NBR 8681. 11.8.2.2 Combinações últimas especiaisou de construção Em cada combinação devem estar presentes as ações permanentes e a ação variável especial, quando existir, com seus valores característicos e as demais ações variáveis com probabilidade não desprezível, de ocorrência simultânea, com seus valores reduzidos de combinação, conforme ABNT NBR 8681. 11.8.2.3 Combinações últimas excepcionais Em cada combinação devem figurar as ações permanentes e a ação variável excepcional, quando existir, com seus valores representativos e as demais ações variáveis com probabilidade não desprezível, de ocorrência simultânea, com seus valores reduzidos de combinação, conforme ABNT NBR 8681. Nesse caso se enquadram, entre outras, sismo e incêndio. 56 11.8 Combinações de ações 11.8.2.4 Combinações últimas usuais Para facilitar a visualização, essas combinações estão dispostas na Tabela 11.3. 57 11.8 Combinações de ações 58 11.8 Combinações de ações 59 11.8.3 Combinações de serviço 11.8.3.1 Classificação São classificadas de acordo com sua permanência na estrutura e devem ser verificadas como estabelecido a seguir: a) Quase permanentes: podem atuar durante grande parte do período de vida da estrutura e sua consideração pode ser necessária na verificação do estado-limite de deformações excessivas; b) Frequentes: repetem-se muitas vezes durante o período de vida da estrutura e sua consideração pode ser necessária na verificação dos estados-limites de formação de fissuras, de abertura de fissuras e de vibrações excessivas. Podem também ser consideradas para verificações de estados limites de deformações excessivas decorrentes de vento ou temperatura que podem comprometer as vedações; c) Raras: ocorrem algumas vezes durante o período de vida da estrutura e sua consideração pode ser necessária na verificação do estado-limite de formação de fissuras. 4.1.2 Estados limites de serviço (ABNT NBR 8681:2006) 4.1.2.2 Os estados limites de serviço decorrem de ações cujas combinações podem ter três diferentes ordens de grandeza de permanência na estrutura: a) combinações quase permanentes: combinações que podem atuar durante grande parte do período de vida da estrutura, da ordem da metade deste período; b) combinações freqüentes: combinações que se repetem muitas vezes durante o período de vida da estrutura, da ordem de 105 vezes em 50 anos, ou que tenham duração total igual a uma parte não desprezível desse período, da ordem de 5%; c) combinações raras: combinações que podem atuar no máximo algumas horas durante o período de vida da estrutura. 11.8 Combinações de ações 60 11.8.3.2 Combinações de serviço usuais Para facilitar a visualização, essas combinações estão dispostas na Tabela 11.4. Exemplo 61 Calcule as combinações de ações para o pórtico da figura. A estrutura é composta por vigas e pilares de seção retangular. Considerar : Estado limite último . combinação normal Seção transversal dos pilares: 20 cm x 40 cm (na direção das solicitações horizontais); Seção transversal das vigas: 20 cm x 50 cm (na direção das solicitações horizontais); Vão entre pilares: 5 m; Diferença de cota entre pisos: 3 m; Carga acidental da cobertura: qk,cob = 3 kN/m (0= 0,5); carga permanente da cobertura: gk,cob = 12 kN/m; . carga acidental do pavimento tipo: qk,tipo = 5 kN/m (.0 = 0,5); . carga permanente do pavimento tipo: gk,tipo = 15 kN/m; e . carga do vento: qk,vento = 5 kN/m (0 = 0,6). 62 Em construções residenciais usualmente ocorre apenas um tipo de ação variável direta, sendo as ações variáveis indiretas (temperatura) e as ações indiretas permanentes (retração) consideradas desprezíveis, pois seus efeitos não são significativos frente às ações permanentes e a variável principal. O cálculo fica muitas vezes simplificado como: Fd = g Fgk + q Fq1k Os coeficientes de segurança g e q, para combinações normais no ELU, resumem-se ao valor de 1,4: Fd = 1,4 (Fgk + Fq1k) Os esforços solicitantes de cálculo serão: Md = 1,4 . Mk Vd = 1,4 . Vk Nd = 1,4 . Nk Td = 1,4 . Tk “Muito cuidado, é preciso ter atenção nesta análise” 63 12 Resistências 12.3 Valores de cálculo 12.3.1 Resistência de cálculo A resistência de cálculo fd é dada pela expressão: fd= fk γm 12.3.2 Tensões resistentes de cálculo As tensões resistentes de cálculo σRd ou τRd são estabelecidas para a determinação das solicitações resistentes de cálculo que não dependam diretamente das resistências medidas convencionalmente em ensaios de corpos de prova padronizados dos materiais empregados. Os valores de σRd e τRd são estabelecidos, em cada caso particular, a partir das teorias de resistência dos elementos estruturais considerados. 12.3.3 Resistência de cálculo do concreto No caso específico da resistência de cálculo do concreto (fcd), alguns detalhes adicionais são necessários, conforme descrito a seguir: a) quando a verifi cação se faz em data j igual ou superior a 28 dias, adota-se a expressão: fd= fk γm Nesse caso, o controle da resistência à compressão do concreto deve ser feito aos 28 dias, de forma a confirmar o valor de fck adotado no projeto; 64 12 Resistências 12.3 Valores de cálculo 12.3.1 Resistência de cálculo b) quando a verificação se faz em data j inferior a 28 dias, adota-se a expressão: fcd= fck𝑗 γc ≅ 𝛽1 fck γc sendo β1 a relação fckj/fck dada por: β1 = exp {s [ 1 – (28/t)1/2 ] } onde S 0,38 para concreto de cimento CPIII e IV; S 0,25 para concreto de cimento CPI e II; S 0,20 para concreto de cimento CPV-ARI; T é a idade efetiva do concreto, expressa em dias. Essa verificação deve ser feita aos t dias, para as cargas aplicadas até essa data. Ainda deve ser feita a verificação para a totalidade das cargas aplicadas aos 28 dias. Nesse caso, o controle da resistência à compressão do concreto deve ser feito em duas datas: aos t dias e aos 28 dias, de forma a confi rmar os valores de fckj e fck adotados no projeto. 65 12 Resistências 12.3 Valores de cálculo 12.4 Coeficientes de ponderação das resistências As resistências devem ser minoradas pelo coeficiente: m = m1 m2 m3 12.4.1 Coeficientes de ponderação das resistências no estado-limite último (ELU) Os valores para verificação no estado-limite último estão indicados na Tabela 12.1. Para a execução de elementos estruturais nos quais estejam previstas condições desfavoráveis (por exemplo, más condições de transporte, ou adensamento manual, ou concretagem deficiente por concentração de armadura), o coeficiente c deve ser multiplicado por 1,1. Para elementos estruturais pré-moldados e pré-fabricados, deve ser consultada a ABNT NBR 9062. Admite-se, no caso de testemunhos extraídos da estrutura, dividir o valor de c por 1,1. Admite-se, nas obras de pequena importância, o emprego de aço CA-25 sem a realização do controle de qualidade estabelecido na ABNT NBR 7480, desde que o coeficiente de ponderação para o aço seja multiplicado por 1,1. 12.4.2 Coeficientes de ponderação das resistências no estado-limite de serviço (ELS) Os limites estabelecidos para os estados-limites de serviço (ver Seções 17, 19 e 23) não necessitam de minoração, portanto, m = 1,0. 66
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