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3 - AÇÕES DO VENTO EM EDIFICAÇÕES 3.1 – Introdução O vento não é um problema em construções baixas e pesadas com paredes grossas, porém em estruturas esbeltas passa a ser uma das ações mais importantes a determinar no projeto de estruturas. As considerações para determinação das forças devidas ao vento são regidas e calculadas de acordo com a NBR 6123/1988 “Forças devidas ao vento em edificações”. A maioria dos acidentes ocorre em construções leves, principalmente de grandes vãos livres, tais como hangares, pavilhões de feiras e de exposições, pavilhões industriais, coberturas de estádios, ginásios cobertos. Ensaios em túneis de vento mostram que o máximo de sução média aparece em coberturas com inclinação entre 80 e 120, para certas proporções da construção, exatamente as inclinações de uso corrente na arquitetura em um grande número de construções. As principais causas dos acidentes devidos ao vento são: a) falta de ancoragem de terças; b) contraventamento insuficiente de estruturas de cobertura; c) fundações inadequadas; d) paredes inadequadas; e) deformabilidade excessiva da edificação Muitos casos não são considerados dentro da NBR 6123, porém quando a edificação, seja por suas dimensões e ou forma, provoque perturbações importantes no escoamento ou por obstáculos na sua vizinhança, deve-se recorrer a ensaios em túnel de vento, onde possam ser simuladas as características do vento natural. É importante definir alguns dos aspectos que regem as forças devidas ao vento, antes de passar a seu cálculo. O vento é produzido por diferenças de temperatura de massas de ar na atmosfera, o caso mais fácil de identificar é quando uma frente fria chega na área e choca-se com o ar quente produzindo vento, esse tipo de fenômeno pode ser observado antes do início de uma chuva. Define-se o termo barlavento com sendo a região de onde sopra o vento (em relação a edificação), e sotavento a região oposta àquela de onde sopra o vento (veja-se Fig. 3.1). Quando o vento sopra sobre uma superfície existe uma sobrepressão (sinal positivo), porem em alguns casos pode acontecer o contrário, ou seja existir sucção (sinal negativo) sobre a superfície. O vento sempre atua perpendicularmente a superfície que obstrói sua passagem (vide Fig. 3.1). BARLAVENTO SOTAVENTO VENTO VENTO Superfície frontal perpendicular à direção do vento Figura 3.1 – Definições básicas do vento Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 21 Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 22 Os cálculos são determinados a partir de velocidades básicas determinadas experimentalmente em torres de medição de ventos, e de acordo com a NBR6123 a 10 metros de altura, em campo aberto e plano. A velocidade básica do vento é uma rajada de três segundos de duração, que ultrapassa em média esse valor uma vez em 50 anos, e se define por V0. Essas velocidades foram processadas estatisticamente, com base nos valores de velocidades máximas anuais medidas em cerca de 49 cidades brasileiras. A NBR6123 desprezou velocidades inferiores a 30 m/s. Considera-se que o vento pode atuar em qualquer direção e no sentido horizontal. A Fig. 3.2 representa os valores de velocidade básica através de curvas isopletas (mesma velocidade do vento). Como uma indicação do que acontece na região de Passo Fundo, apresenta- se na Tab. 3.1 as velocidades máximas e médias medidas na Estação Agro - Meteorológica da EMBRAPA Trigo. Tabela 3.1 – Velocidades máximas e médias medidas na Estação meteorológica da EMBRAPA Trigo, no período 1977-1994, tendo como referência a altura de 10m (Fonte: CUNHA, 1997). Velocidade média (ms) e direção considerada Jan Fev Mar Abr Mai Jun Jul Ago Set Out Nov Dez Velocidade 4,1 3,9 3,8 4,0 3,9 4,2 4,7 4,4 4,7 4,5 4,3 4,2 Duração NE NE NE NE NE NE NE NE NE NE NE NE Velocidade máxima (m/s) e direção da velocidade máxima Jan Fev Mar Abr Mai Jun Jul Ago Set Out Nov Dez Velocidade 28,8 27,2 26,5 31,0 34,1 28,7 40,0 24,8 41,3 38,8 39,0 27,2 Duração N NW NW N S N NW W N S SW W N=Norte, NE=Nordeste, NW=Noroeste, S=Sul, W=Oeste e SW=Sudoeste. 3.2 – Determinação da pressão dinâmica ou de obstrução A Velocidade característica Vk : é a velocidade usada em projeto, sendo que são considerados os fatores topográficos (S1), influência da rugosidade(obstáculos no entorno da edificação) e dimensões da edificação (S2) e o fator de uso da edificação (que considera a vida útil e o tipo de uso). A velocidade característica pode ser expressa como: Vk = Vo S1 S2 S3 Onde: Vo : velocidade básica S1 : fator topográfico S2 : fator de rugosidade e dimensões da edificação S3 : fator estatístico Figura 3.2 – Mapa de isopletas de vento, Velocidade Básica Os valor do fator S1 pode tomar os seguintes valores: a) Terreno plano ou quase plano : S1 = 1,0 b) Taludes e morros (veja-se NBR6123/1988) c) Vales protegidos : S1 = 0,9 VENTO B C θ A S1=1 S1(z) 4d S1=1 d d θ S1=1 VENTO A S1(z) B TALUDE MORRO 1,0<=S1<=1,78 S2 é determinado definindo uma categoria (rugosidade do terreno) e uma classe de acordo com as dimensões da edificação. As categorias são definidas, de acordo com a NBR6123, na Tab. 3.2. Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 23 Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 24 Tabela 3.2 –Definição de categorias para determinação do coeficiente S2 Definição de categorias de terreno segundo NBR6123/1988 Categoria Descrição do ambiente I mar calmo, lagos, rios, pântanos II campos de aviação, fazendas III casas de campo, fazendas com muros, subúrbios, com altura média dos obstáculos de 3,0m IV cidades pequenas, subúrbios densamente construídos, áreas industriais desenvolvidas, com muros, subúrbios, com altura média dos obstáculos de 10,0m V florestas com árvores altas, centros de grandes cidades, com altura média igual ou superior a 25,0m As classes definem-se através das dimensões da edificação de acordo com a Tab. 3.3. Tabela 3.3 – definição de classes de edificação para determinação de S2 Classe Descrição A Maior dimensão da superfície frontal menor ou igual a 20 metros B Maior dimensão da superfície frontal entre 20 e 50 metros C Maior dimensão da superfície frontal que 50 metros O cálculo de S2 é expresso por S2 = b.Fr(z/10)p onde z é a altura total da edificação(no caso, a cumeeira) e os parâmetros b, Fr e p são obtidos da Tab. 3.4. Tabela 3.4 – Parâmetros meteorológicos (NBR6123) zg Classes Categoria (m) Parâmetros A B C b 1,10 1,11 1,12 I 250 p 0,06 0,065 0,07 b 1,00 1,00 1,00 Fr 1,00 0,98 0,95 II 300 p 0,085 0,09 0,10 b 0,94 0,94 0,93 III 350 p 0,10 0,105 0,115 b 0,86 0,85 0,84 IV 420 p 0,12 0,125 0,135 b 0,74 0,73 0,71 V 500 p 0,15 0,16 0,175 Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 25 O fator estatístico S3 é definido dependendo do uso da edificação, e normalmente especificando a vida útil da mesma para 50 anos. Os valores mínimos que podem ser adotados estão definidos na Tab. 3.5. Tabela 3.5 – valores mínimos para o coeficiente S3 Grupo Descrição S3 1 Edificações cuja ruína total ou parcial pode afetar a segurança ou possibilidade de socorro a pessoas após uma tempestade destrutiva (hospitais, quartéis de bombeiros, centrais de comunicação, etc.) 1,10 2 Edificações para hotéis e residências. Edificações paracomércio e indústria com alto fator de ocupação 1,00 3 Edificações e instalações industriais com baixo fator de ocupação (depósitos, silos, construções rurais, etc.) 0,95 4 Vedações (telhas, vidros, painéis de vedação, etc.) 0,88 5 Edificações temporárias. Estruturas dos grupos 1 a 3 durante a construção 0,83 A pressão dinâmica ou de obstrução do vento, em condições normais de pressão (1 Atm = 101320MPa) e temperatura a 150, é dada pela expressão: q = 0,613Vk2 (N/m2) 3.3 – Determinação das forças estáticas devidas ao vento A força devido ao vento depende da diferença de pressão nas faces opostas da parte da edificação em estudo (coeficientes aerodinâmicos). A NBR6123 permite calcular as forças a partir de coeficientes de pressão ou coeficientes de força. Os coeficientes de forma têm valores definidos para diferentes tipos de construção na NBR6123, que foram obtidos através de estudos experimentais em túneis de vento. A força devida ao vento através dos coeficientes de forma pode ser expressa por: F = (Cpe – Cpi) q A Onde Cpe e Cpi são os coeficientes de pressão de acordo com as dimensões geométricas da edificação, q é a pressão dinâmica obtida de acordo com o item 3.2 e A a área frontal ou perpendicular a atuação do vento. Valores positivos dos coeficientes de forma ou pressão externo ou interno correspondem a sobrepressões, e valores negativos correspondem a suções. A força global do vento sobre uma edificação ou parte dela (Fg) é obtida pela soma vetorial das forças que aí atuam. A força global na direção do vento (Fa), é expressa por: Fa= Ca q Ae onde Ca = coeficiente de arrasto (coeficiente de força) Ae = área frontal efetiva V Fg = força global Fa = força de arrasto na direção do vento Fa = Ca q Ae Fg Fa Ae Figura 3.3 – descrição da força devida ao vento numa superfície A NBR 6123 apresenta valores dos coeficientes de pressão e forma, externos e internos, para diversos tipos de edificação. Zonas com altas suções aparecem junto às arestas de paredes e de telhados. Coeficientes de pressão e forma são apresentados nas tabelas 3.6 e 3.7 para edifícios de planta retangular e telhados a duas águas. 3.4 – Coeficientes de Pressão e Forma Aerodinâmicos Ao incidir sobre uma edificação, o vento, devido a sua natureza, provoca pressões ou sucções. Essas sobrepressões ou sucções são apresentadas em forma de tabelas na NBR6123, assim como em normas estrangeiras, e dependem exclusivamente da forma e da proporção da construção e da localização das aberturas. Um exemplo simples seria aquele do vento atingindo perpendicularmente um a placa plana, veja-se Fig. 3.4, na qual a face de barlavento, o coeficiente de pressão na zona central chega a +1,0, decrescendo para as bordas, e é constante e igual a 0,5 na face a sotavento; assim sendo, esta placa estaria sujeita a uma pressão total, na zona central, de Cp= 1,0 – (-0,5) = 1,5. Figura 3.4 – Placa plana sujeita a vento perpendicular Os coeficientes de pressão externa têm valores definidos para paredes para prédios com base retangular, telhados a uma ou duas águas com base retangular, telhados em arco com base retangular e outros. Para edificações que não constam Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 26 Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 27 na NBR6123, ou não podem ser extrapoladas a partir dos dados nela expressa, recomenda-se que sejam realizados ensaios em túnel de vento para determinar os valores de coeficientes de pressão externos. Toda edificação tem aberturas, sua localização e tamanho determinam os coeficientes de pressão interna à edificação. A NBR6123, no seu anexo D, apresenta os detalhes necessários para determinação do coeficiente de pressão interna. Se a edificação for totalmente impermeável ao ar, a pressão no interior da mesma será invariável no tempo e independente da velocidade da corrente de ar externa. Portanto o coeficiente de pressão interna depende da permeabilidade da edificação, o índice de permeabilidade de uma parte da edificação é definido pela relação entre a área das aberturas e a área total desta parte. São considerados impermeáveis os seguintes elementos construtivos e vedações: lajes e cortinas de concreto armado ou protendido, paredes de alvenaria, de pedra, tijolos, de blocos de concreto e afins, sem portas, janelas ou quaisquer outras aberturas. Os demais elementos construtivos são considerados permeáveis. A permeabilidade deve-se à presença de aberturas tais como: juntas entre painéis de vedação e entre telhas, frestas em portas e janelas, ventilações em telha e telhados, vão abertos de portas e janelas, chaminés, lanternins, etc. A própria NBR6123 apresenta para edificações com paredes internas permeáveis, valores que podem ser adotados para o coeficiente de pressão interna: (a) duas faces opostas igualmente permeáveis; as outras duas impermeáveis: - Vento perpendicular a uma face permeável Cpi= +0,2 - Vento perpendicular a uma face impermeável Cpi= -0,3 (b) Quatro faces igualmente permeáveis Cpi = -0,3 ou 0, deve-se considerar o valor mais nocivo. Nenhuma das faces poderá ter índice de permeabilidade maior que 30%, para poder usar as considerações acima expostas. Coeficiente de arrasto Ca Usado principalmente na avaliação da força global na estrutura, sendo determinado conforme item 6.3 da NBR6123 e pode variar de: 0,7 ≤ Ca ≤ 2,2, dependendo da forma da edificação. A força de arrasto é dada por: Fa = Ca q Ao , onde: Ao = área de referência. Coeficiente de atrito Cf Em determinadas obras deve ser considerada a força de atrito representada por: F’ = Cf A q, onde 0,01 ≤ Cf ≤ 0,04 Esta força é usada para edificações com l/h > 4 ou l1/l2 >4, sendo definida no item 6.4 d NB6123. 3.5 – Efeitos Dinâmicos e Edificações Esbeltas e Flexíveis Os efeitos do vento são de caracter dinâmico, porém na maioria das construções esses efeitos podem ser substituídos por ações estáticas equivalentes. Em edificações esbeltas e flexíveis, principalmente aquelas com baixas freqüências naturais de vibração (f < 1,0 Hz), os efeitos dinâmicos devem ser considerados. A seguir apresentam-se de maneira sucinta alguns dos possíveis efeitos dinâmicos devidos ao vento. Desprendimento de vórtices F F Efeitos de Golpe Galope : movimento da edificação e forma. Maiores que os dos vórtices. F F Drapejamento : acoplamento de vibrações em diferentes graus de liberdade. Ocorre em estruturas esbeltas (seção alongada). Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 28 Vibração Maiores detalhes sobre as ações dinâmicas devidas ao vento, recomenda-se o livro: Blessmann, Joaquim, Introdução ao Estudo das Ações Dinâmicas do Vento. Porto Alegre: Editora da Universidade/UFRGS, 1998 NOTA: Existe um programa para cálculo de vento de uso gratuito para edificações a duas águas que pode ser encontrado no endereço: http://www.etools.upf.br Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 29 Tabela 3.6 – Coeficientes de pressão e forma, externos, para paredes de edificações de planta retangular Notas: a) Para a/b entre 3/2 e 2, interpolar linearmente. b) Para vento a 0o, nas partes A3 e B3 o coeficiente de forma Ce tem os seguintes valores: Para a/b = 1 : o mesmo valor das partes A2 e B2 Para a/b => 2 : Ce= -0,2 Para 1 < a/b < 2 : interpolar linearmente. c) Para cada umadas duas incidências do vento ( 0o e 900) o coeficiente de pressão médio externo, Cpe médio, é aplicado à parte de barlavento das paredes paralelas ao vento, em uma distância igual a 0,2B ou H, considerando-se o menor destes dois valores. d) Para determinar o coeficiente de arrasto, Ca, deve ser usado o gráfico da Fig. XX (vento de baixa turbulência) ou da Fig. XX (vento de alta turbulência). Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 30 Tabela 3.7 – Coeficientes de pressão e forma, externos, para telhados com duas águas, simétricos, em edificações de planta retangular Notas: a) O coeficiente de forma Ce na face inferior do beiral é igual ao da parede correspondente. b) Nas zonas em torno de partes de edificações salientes (chaminés, reservatórios, etc.) ao telhado deve ser considerado um coeficiente de forma de Ce = 1,2, até uma distância igual a metade da dimensão da diagonal da saliência vista em planta. c) Na cobertura de lanternins, Cpe médio = -2.0 d) Para vento a 0o, nas partes I e J o coeficiente de forma Ce tem os seguintes valores: a/b = 1 : mesmo valor das partes F e H; a/b => 2 : Ce = -0.2. Interpolar linearmente para valores intermediários de a/b. Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 31 3.6 – Exemplo A Determinar os coeficientes de pressão do vento para o galpão mostrado abaixo. O galpão localiza-se em Passo Fundo – RS e é usado como depósito. O tapamento e cobertura é em chapa zincada. θ= 10° - Considerar: Vento frontal (V1) e lateral (V2). Solução: a) Pressão dinâmica do vento 1- Velocidade básica Vo Vo= 45 m/s - (Conforme Fig. 1 - NBR 6123) 2- Velocidade Característica Vk Vk= S1 x S2 x S3 x Vo - fator topográfico S1: S1= 1.0 (item 5.2.a - NBR 6123) - fator rugosidade do terreno e dimensões da edificação S2: • rugosidade do terreno: considerando terreno com poucos obstáculos. Categoria III - (item 5.3.1 – NBR 6123) Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 32 • dimensões da edificação: uma das dimensões maior que 50m Classe C (item 5.3.2 - NBR 6123) • obtenção do fator S2: pode ser obtido pela fórmula S2= b x Fr x (z / 10)p , considerando os valores da Tabela 1 ou diretamente da Tabela 2, do item 5.3.3 - NBR 6123. S2= b x Fr x (z / 10)p , onde: z= altura da edificação S2= 0.93 x 0.95 x (7.76 / 10)0.115 = 0.858 - fator estatístico S3: S3= 0.95 (edifício com baixo fator de ocupação – depósito Grupo 3 – Tabela 3 NBR 6123) Vk= S1 x S2 x S3 x V0 Vk= 1.0 x 0.858 x 0.95 x 45= 36.68m/s 3- Pressão dinâmica q: q= 0.613 x Vk2 q= 0.613 x (36.68)2 q= 825 N/m2 b) Coeficientes de pressão e forma, externos, para as paredes laterais e frontais. - valores de acordo com Tabela 4 - NBR 6123 a b h Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 33 a= 60m h/b= 6/20= 0.3 b= 20m a/b= 60/20= 3.0 h= 6m h/b≤ 1/2 e 2< a/b≤ 4 (0.3) (3.0) (0.4) Valores de Ce α= 0° α= 90° A1 e B1 A2 e B2 C D A B C1 e D1 C2 e D2 Cpe médio -0.8 -0.4 +0.7 -0.3 +0.7 -0.5 -0.9 -0.5 -1.0 0° 90° -0.8 -0.4 -0.2 -0.3 -0.2 -0.4 -0.8 +0.7 -0.9 +0.7 -0.9 -0.5 -0.5 -0.5 h b ou a -1.0 c) Coeficientes de pressão e forma, externos, para a cobertura Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 34 valores de acordo com a Tabela 5 - NBR 6123 h/b= 0.3 - h/b≤ ½ θ= 10° Valores de Ce α= 90° α= 0° Cpemédio θ EF GH EG FH 10° -1.2 -0.4 -0.8 -0.6 -1.4 -1.4 - -1.2 Valores utilizados para cálculo Valores utilizados para da estrutura principal cálculo das terças, telhas e ancoragens Ce: 90° I J -0.8 F E -0.8 H G 0° -1.2 -0.4 -1.2 I J -0.4 E F -1.2 -0.4 H G -0.6 -0.6 -0.2 -0.2 Cpe: -1.4 -1.2 alfa y Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 35 d) Pressão Interna O cálculo da pressão interna é feito de acordo com o item 6.2 - NBR 6123. Para efeito de cálculo deste exemplo, desprezamos a possibilidade de abertura dominante em qualquer face e consideramos conforme o item 6.2.5.a, que é geralmente o mais usado para galpão desde que as aberturas não sejam exageradas, logo: Cpi= +0.2 ou Cpi= -0.3 (adotar o mais nocivo) +0.2 -0.3 Cpi= +0.2 Cpi= -0.3 e) Coeficientes de pressão para dimensionamento de terças, telhas e ancoragens. Seção 1 -1.0 -1.4 -1.0 -1.4 -1.4 +0.7 -0.5 Seção 2 -1.2 -1.2 -0.4 f) Coeficientes de pressão para estrutura principal (pórticos) Para o dimensionamento da estrutura principal, adota-se a combinação entre as pressões externas e internas mais crítica. Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 36 1° Caso: Ce(0°)+Cpi(+0.2) 1.0 1.0 1.0 1.0 0.5 0.5 0.5 1.4 0.7 0.6 1.0 0.9 0.1 0.5 2° Caso: Ce(0°)+Cpi(-0.3) 3° Caso: Ce(90°)+Cpi(+0.2) 4° Caso: Ce(90°)+Cpi(-0.3) Obs.: Para o cálculo de um pórtico isolado, multiplica-se esses coeficientes pela pressão dinâmica q e pela distância entre os pórticos d. Carga: Coeficiente x q x d [N/m] Para o contraventamento, adota-se os valores das pressões atuando perpendicularmente aos pórticos, ou seja, neste caso, α= 0°. Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 37 3.7 - Exemplo B Determinar os coeficientes de pressão do vento para o prédio abaixo. O prédio localiza-se em Fortaleza – CE e será usado como ginásio poliesportivo. O tapamento será em alvenaria e terá janelas ao longo de toda a parede e a cobertura será em chapa zincada. Solução: a) Pressão dinâmica do vento 1- Velocidade básica do vento Vo Vo= 30m/s (Fig.1 – NBR6123) 2- Velocidade característica Vk Vk= S1 x S2 x S3 x Vo • fator topográfico S1: S1= 1,0 • Fator S2: S2= b x Fr x(z / 10)p S2= 0,85 x 0,98 x(14 / 10)0,125 S2= 0,869 • fator S3: S3= 1,0 (edifício com alto fator de ocupação) Vk= 1.0 x 0.869 x 1.0 x 30= 26.07m/s 3- Pressão dinâmica q q= 0.613 x Vk2 q= 0.613 x 26.072 = 417N/m2 Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 38 b) Coeficientes de pressão e forma, externos, para as paredes laterais e frontais - Valores de acordo com a tabela 4 - NBR 6123 b a h a= 36m h/b= 14/30= 0.47 h/b< ½ b= 30m c= 8 + 6= 14m a/b= 36/30= 0.1.20 1≤h/b≤3/2 Valores de Ce α= 0° α= 90° A1 e B1 A2 e B2 C D A B C1 e D1 C2 e D2 Cpe médio -0.8 -0.5 +0.7 -0.4 +0.7 -0.4 -0.8 -0.4 -0.9 0° -0.8 +0.7 90° +0.7 -0.8 -0.5 -0.5 -0.44 -0.44 -0.4 -0.8 -0.8 -0.4 -0.4 -0.4 Estruturas deAço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 39 h b ou a -1.0 c) Coeficientes aerodinâmico para a cobertura - Valores de acordo com o anexo E – NBR 6123 f / l2 = 6 / 30= 0,2 (1/5) h / l2 = 8 / 30= 0,267 (1/3,75) ≈ (1/4) Cpe Vento ⊥ Geratiz Vento // Geratriz Vento Oblíquo 1 2 3 4 5 6 A1+A2 B C D1+D2 A1 A2 -0,9 -0,6 -0,8 -0,8 -0,4 -0,2 -0,8 -0,6 -0,3 -0,2 -1,8 -1,8 Vento Vento A1 A2 B C D2 D1 l2 /4 l2 /4 l1= 30m l2 = 36 m l2 /4 l2 /4 1 2 3 4 5 6 hLargura: l1 l2 Vento Geratriz Vento Geratriz l2/4= 36/4= 9m 0.1xl1= 0.1x30= 3m Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 40 d) Pressão interna (item 6.2 – NBR 6123) - Considerado conforme item 6.2.5.a Cpi= +0.2 ou -0.3 e) Coeficientes de pressão para dimensionamento dos arcos 1 2 3 4 5 6 1.1 0.8 1.0 1.0 0.6 0.4 1° Caso: Vento _|_ + Cpi (+0.2) 2° Caso: Vento _|_ + Cpi (-0.3) 0.3 1 0.6 2 0.10.50.5 3 4 5 6 0.1 3° Caso: Vento // + Cpi (+0.2) 1.0 1.0 4° Caso: Vento // + Cpi (-0.3) 0.1 0.1 Estruturas de Aço –Zacarias M. Chamberlain & Gilnei A. Drehmer Folha 41 Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 88 8. PEÇAS FLETIDAS 8.1. Introdução Os conceitos fundamentais da flexão normal de barras prismáticas são aqui apresentados para os perfis de aço correntemente utilizados para resistir à flexão normal: as vigas. São consideradas as seguintes hipóteses: a. cargas aplicadas ao longo de um dos planos principais de inércia de modo que não há flexão oblíqua; b. a viga não é solicitada à torção; c. a viga está devidamente protegida contra qualquer tipo de instabilidade; d. a viga é considerada homogênea, isto é, constituída de um só tipo de material. Conceitos gerais No projeto no estado limite ultimo de vigas sujeitas à flexão simples, calculam-se para as seções críticas, o momento fletor e o esforço cortante resistentes para compará-los aos respectivos esforços solicitantes de projeto. Além disso, devem-se verificar os deslocamentos no estado limite de utilização. A resistência à flexão das vigas pode ser afetada pela flambagem local e pela flambagem lateral. A flambagem local é a perda da estabilidade das partes comprimidas do perfil, a qual reduz o momento resistente da seção. Na flambagem lateral a viga perde seu equilíbrio no plano principal de flexão (em geral vertical) e passa a apresentar deslocamentos laterais e rotações de torção. Para se evitar a flambagem lateral de vigas I, cuja rigidez à torção é muito pequena, é preciso prever contenção lateral à viga. As vigas I são as mais indicadas para resistir à flexão, devendo, entretanto, seu emprego obedecer às limitações de flambagem. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 89 8.2. Dimensionamento à flexão 8.2.1. Momento de início de plastificação e momento de plastificação Considere-se o diagrama de momento × curvatura de uma viga simplesmente apoiada sob carregamento crescente, como indicado na Figura abaixo. k = d dx θ M M My p σ < f y fy fy L Diagrama momento × curvatura Hipóteses • Admite-se que não há flambagem local ou lateral da viga; • My é o momento de início de plastificação; • Mp é o momento resistente igual ao momento de plastificação total da seção. dy h M b CG yM fyfy pM A equação tensões normais na flexão normal é dada por: σ = M / W. onde W é o módulo resistente da seção transversal. Para seções transversais retangulares, o módulo resistente é: W=bh2/6. Para as peças metálicas, a tensão limite do regime elástico, ou seja, a tensão de início de plastificação é fy. Assim, o momento de início de plastificação My é definido por: WfM yy .= O momento de plastificação total Mp é o esforço total resultante do diagrama de tensões e é definido por: ZfM yp .= onde Z=bh2/4 é o módulo plástico da seção retangular. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 90 Coeficiente de forma A relação entre momentos de plastificação total e momento de início de plastificação denomina-se coeficiente de forma da seção. Coeficiente de forma: W Z M M y p = Tabela 1: Módulo plástico (Z) e coeficiente de forma (Z/W) de seções de vigas Seção Módulo plástico (Z) (Z/W) b h 4 2bh 1,5 (x-x) ( ) ( )20 2 4 fff thtthbt −+− ≈ 1,12 h b t 0 tf (y-y) ( ) 202 2412 tthtb ff −+ ≈ 1,55 h 6 3h 1,7 −− 33 211 6 h th −− −− 4 3 211 211 3 16 h t h t π h t ( )htth <<2 1,27 (t << h) b h tf t 0 − −− 2 0 2 2 1211 4 h t b tbh f ≈ 1,12 h b 12 2bh 2 8.2.2. Resistência à flexão de vigas com contenção lateral Disposições construtivas de contenção lateral de vigas a) contenção lateral contínua: embebimento da mesa comprimida em laje de concreto ou ligação mesa-laje por meio de conectores; Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 91 b) contenção lateral discreta: apoios laterais discretos, formados por quadros transversais, treliças de contraventamento, etc. Nos pontos de apoio vertical das vigas, admite-se sempre a existência de contenção lateral que impede o tombamento do perfil. Flambagem local A resistência de vigas metálicas à flexão pode ser reduzida por efeito de flambagem local das chapas que constituem o perfil. Classificação das seções quanto à ocorrência de flambagem local. Na Tabela abaixo são apresentados os comportamentos das vigas sujeitas a carregamento crescente, mostrando a influência da flambagem local sobre o momento resistente das vigas e sobre as suas deformações. Tabela 2 Resistência à flexão de vigas com contenção lateral Classe Designação Comportamento 1 Seção supercompacta φ M y p M M 2 Seção compacta φ M My p M 3 Seção não compacta φ yM pM M flambagem local 4 Seção esbelta φ My flambagem local M M p Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 92 Exemplo: Para o perfil da figura, calcular o coeficiente de forma para flexão em torno do eixo x-x. A = 45cm2. Momento de inércia (Ix) ( ) 432 120903 12 1,888,052,4495,0202 cmI x =×+×××= Módulo elástico: 37,2686 45 120903 cmWx == Momento plástico: ( ) 32 3244 2 05,448,0252,4495,0202 cmZx = ××+×××= Coeficiente de forma: 21,1 7,2686 3244 == x x W Z 200mm 8mm 9. 5m m 90 0m m Tabela 3 Valores limites da relação largura-espessura de seções I ou H com um ou dois eixos de simetria fletidas no plano da alma Local da Flambagem local Aço Super compacta classe 1 Compacta classe 2 (λbp) Não compacta classe 3 (λbr) MR250 8,5 11 39k * Mesa: f f b t b 2 1=λ AR350 7 9 30k * MR250 67 100 160 Alma t h b 0=λ AR350 57 85 136 * Valores de k: k = 0,82 para perfis laminados k = 0,62 para perfis soldados Exemplo: Verificar a classe dos perfis laminados a seguir: Perfil f f b t b 2 1=λ t h b 0=λ classe I (254 × 37,7) 4,7 29 1 I (508 × 121,2) 3,8 301 U (254 × 22,7) 6,0 38 1 U (381 × 50,4) 5,2 38 1 OBS: para a mesa do perfil U adota-se: f f b t b=λ Exemplo: Verificar a classe dos perfis soldados a seguir: Perfil f f b t b 2 1=λ t h b 0=λ classe CS (250 × 52) 13 29 3 CS (650 × 305) 14,5 38 3 VS (400 × 49) 10,5 61 2 VS (1400 × 260) 15,6 109 3 Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 93 Momento resistente de projeto O momento resistente de projeto de vigas metálicas simplesmente apoiadas com momento fletor constante é dado por: Mdres = φb.Mn com φb = 0,90 onde: Mn = momento resistente nominal, obtido por análise, sendo seu valor determinado pelo limite de escoamento do aço, ou por flambagem, conforme a tabela abaixo. Tabela 4 Momento nominal Mn: Classe Designação Momento nominal (Mn) 1 Seção supercompacta Mp = Z.fy 2 Seção compacta Mp = Z.fy 3 Seção não compacta Interpolar entre Mp e Mr 4 Seção esbelta Mr = W.fcr onde: fcr = tensão resistente à flexão determinada pela flambagem local elástica, tomado como fcr=115MPa Mr = momento resistente nominal para a situação limite entre as classes 3 e 4, isto é, para λb = λbr crr M bpλ brλ Mp M M seção compacta seção não compacta seção esbelta λ Figura Variação do momento resistente nominal de vigas I ou H, carregadas no plano da alma com efeito de flambagem local da mesa ou da alma (admite-se contenção de flambagem lateral). Na situação limite entre seções não compactas (classe 3) seções esbeltas (classe4). isto é, para λb = λbr, o momento resistente nominal denomina-se Mr. Para perfis I ou H com um ou mais eixos de simetria, Mr é dado pelas expressões: Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 94 Flambagem local da mesa ( ) ytcycr fWffWM <−= onde: fcr = tensão residual em perfis laminados ou soldados, considerada como fcr=115MPa Wc , Wt = módulos elásticos da seção, referidos às fibras mais comprimidas e mais tracionadas, respectivamente. Flambagem local da alma yr WfM = onde: W é o menor módulo resistente da seção Para seções não compactas (classe 3), os momentos nominais podem ser interpolados linearmente entre os valores limites das classes 2 e 3. ( )rp bpbr bpb pn MMMM −− −−= λλ λλ Limitação do momento resistente Quando a determinação dos esforços solicitantes, deslocamentos, flechas, etc, é feita com base no comportamento elástico, o momento resistente de projeto fica limitado a: ybdres fWM ...25,1 φ= com φb = 0,90 Influência dos furos na resistência da seção Na determinação das propriedades geométricas de vigas laminadas ou soldadas, com ou sem reforço de mesa, podem ser desprezados furos para parafusos de montagem em qualquer das mesas, exceto quando a redução da área devida a esses furos, em qualquer das mesas, exceder 15% da área bruta da mesa, caso em que se desconta a área excedente de 15%. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 95 Exemplos: 1. Calcular o momento resistente de projeto de um perfil I (305 × 60,6) (12”) em aço MR250, com contenção lateral contínua. O perfil é super compacto. ho=271,4mm; to=11,7mm; bf=133,4mm; tf=16,7mm; Wx=870cm3. Flambagem local Mesa: f f b t b 2 =λ 5,84 7,162 4,133 <=×=bλ → perfil classe 1 super compacto Alma: 0 0 t h b =λ 672,237,11 4,271 <==bλ → perfil classe 1 super compacto ybdres ZfM φ= cmkNM dres .19575258709,0 =××= = 195,75 kN.m 2. Calcular o momento resistente de projeto de um perfil soldado VS (400 × 49) em aço MR250, com contenção lateral contínua. O perfil é compacto. Não havendo valores tabelados de Z, pode adotar-se em perfis I a relação aproximada (Z ≈ 1,12W). ho=381mm; to=6,3mm; bf=200mm; tf=9,5mm; Wx=870cm3. Flambagem local Mesa: f f b t b 2 =λ 115,10 5,92 200 <=×=bλ → perfil classe 2 compacto Alma: 0 0 t h b =λ 67613,6 381 <==bλ → perfil classe 1 super compacto Conclusão: o perfil é compacto, classe 2 ( ) ybybdres fWZfM 12,1φφ ≅= cmkNM dres .219242587012,19,0 =×××= = 219,24 kN.m 3. Calcular o momento resistente de projeto de um perfil soldado VS (1400 × 260) em aço MR250, com contenção lateral contínua. O perfil é não compacto (classe 3) devido aa dimensões da mesa. ho=1368mm; to=12,5mm; bf=500mm; tf=16mm; Wx=14756cm3. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 96 Flambagem local Mesa: f f b t b 2 =λ kb 396,15162 500 <=×=λ onde k=0,62 para perfil soldado então 2462,03939 =×=k → perfil classe 3 não compacto Alma: 0 0 t h b =λ 1604,1095,12 1368 <==bλ → perfil classe 3 não compacto cmkNM p .413168251475612,1 =××= = 4131,7 kN.m ( ) cmkNM r .1992065,112514756 =−×= = 1992,1 kN.m 6,15=bλ 24=brλ 11=bpλ ( ) mkNM n .6,33741,19927,41311124 116,157,4131 =−×− −−= mkNMM nbdres .1,30376,33749,0 =×== φ 8.2.3. Resistência à flexão de vigas sem contenção lateral contínua Flambagem lateral de viga simplesmente apoiada com momento fletor constante • Resistência à flexão de vigas sem contenção lateral contínua O fenômeno da flambagem lateral pode ser entendido a partir da flambagem por flexão de uma coluna. Em uma viga, o momento fletor que causa flambagem lateral depende da esbeltez da mesa comprimida no seu próprio plano. A flambagem da mesa no plano da alma é impedida pela própria alma. flambagem lateral Figura: Flambagem lateral de viga com contenção lateral que impede o tombamento do perfil. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 97 Categorias de vigas sem contenção lateral a) vigas curtas: o efeito da flambagem lateral pode ser desprezado. A viga atinge o momento defino por escoamento ou flambagem local; b) vigas longas: atingem o estado limite de flambagem lateral em regime elástico, com momento crítico Mcr. c) vigas intermediárias: as vigas intermediárias apresentam estado limite de flambagem lateral inelástica, a qual é muito influenciada por imperfeições geométricas da peça e pelas tensões residuais embutidas durante o processo de fabricação da viga. Flambagem lateral de viga simplesmente apoiada com momento fletor constante Para a solução da flambagem lateral de vigas simplesmente apoiadas com momento fletor constante, admite-se contenção lateral nos extremos. wyycr ECEIL GJEI L M 2 2ππ += onde: L = comprimento da viga Iy = momento de inércia em torno do eixo y J = constante de torção pura (Saint-Venant) Cw = constante de empenamento Para perfil I ou H duplamente simétrico, tem-se: ( )3003231 thtbJ ff += ( ) 42 yfw IthC −= Resistência à flexão de vigas I com dois eixos de simetria no plano da alma. O momento resistente nominal depende do comprimento sem contenção lateral (lb) a) viga curta: ypr ZfMM == condições para se ter viga curta: y ybpb f Eill 75,1=≤ onde iy é o raio de giração em torno do eixo de menor inércia para: aço MR250: lbp = 50iy; aço AR350: lbp = 43iy; Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 98 b) viga longa O momento resistente nominal é próprio momento crítico Mcr. 2 21 1 +== y b y b bcrn i li lCMM ββ onde: EAGJπβ =1 ( )222 4 fthGJEA −= πβ Cb = é o coeficiente que leva em conta o efeito favorável de o momento não ser uniforme no segmento lb, dado por: 3,23,005,175,1 2 2 1 2 1 ≤ + += M M M MCb sendo M1 e M2 os momentos nas extremidades do trecho sem contenção lateral,M1<M2. Os momentos M1 e M2 têm o mesmo sinal. Quando produzem curvatura reversa na viga e sinais opostos em caso de curvatura simples. b M1 MM 2 C = 1 1M = 0 2M = M M1 M2 Figura: condições para determinação do coeficiente Cb. Adota-se Cb = 1 nas vigas em balanço e quando o momento num trecho intermediário do trecho lb é maior que M1 e M2. Além disso, Cb deve ser igual a 1 quando há carregamento aplicado ao longo do trecho não contraventado. Em qualquer caso, pode- se tomar Cb = 1, que estará correto ou a favor da segurança. bl 2 lbp brl r escoamento ou flambagem local Mn M Mp viga curta flambagem inelástica viga intermediária viga longa flambagem elástica crM MM1 1M lb 2M lb Figura: Momento nominal de ruptura de vigas por flambagem lateral Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 99 Expressão aproximada para obtenção de Mcr segundo a NBR 8800 2 2 2 7,969,0 + == T b ff b xbcrn i l E tb hl EWCMM onde: iT é o raio de giração da seção formada pela mesa comprimida mais 1/3 da região comprimida da alma (aproximadamente igual a 1/6 da área total da alma), calculado em relação ao eixo situado no plano médio da alma. 6 12 00 3 thbt bt i ff ff T + = Condição para se ter viga longa: lb > lbr 2 2 1 2 21 411 2 rbr by br MCM Ci l β ββ ++= Com o momento crítico calculado pela expressão simplificada acima, chega-se à: 2 2 1119,19 X Xtb hil ff T br ++= com ( ) 2 75,40 −= ff T ry b tb hiff EC X b) viga intermediária Neste caso Mn é obtido por interpolação linear entre Mp e Mr. ( ) bpbr bpb rppn ll ll MMMM − −−−= com: ( )ryxr ffWM −= onde: fr = tensão residual considerada igual a 115 MPa. Condição para se ter viga intermediária: lbp < lb < lbr Exemplos: 1. Comparar os momentos resistente de projeto de uma viga I (457 × 89,3) (18”) com uma viga soldada VS (500 × 86), de mesmo peso próprio aproximadamente, supondo as vigas contidas lateralmente. Aço MR250. Solução: a) viga laminada I (457 × 89,3) (18”) bf =154,6 mm; tf =17,6 mm; h0 =422 mm; t0 =13,9 mm; flambagem local da mesa: 5,84,4 6,172 6,154 2 <=×== f f b t bλ → super-compacto: classe 1 Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 100 flambagem local da alma: 673,30 9,13 422 0 0 <=== t h bλ → super-compacto: classe 1 O perfil é supercompacto (classe 1) Módulo resistente Wx = 1541 cm3 Módulo plástico: xWZ ×≅ 12,1 Momento resistente de projeto: ybdres fZM φ= com φb = 0,90 cmkN cm kNcmM dres .3883325154112,19,0 2 3 =×××= b) viga soldada VS (500 × 86) flambagem local da mesa: 5,88,7 162 250 2 <=×== f f b t bλ → supercompacto: classe 1 flambagem local da alma: 10074 3,6 468 0 0 <=== t h bλ → compacto: classe 2 O perfil é compacto (classe 2) Módulo resistente Wx = 2090 cm3 Módulo plástico: xWZ ×≅ 12,1 Momento resistente de projeto: ybdres fZM φ= com φb = 0,90 cmkN cm kNcmM dres .5266825209012,19,0 2 3 =×××= Conclusão: O perfil soldado tem altura maior que o perfil laminado de peso equivalente e, sendo compacto, possui maior eficiência à flexão. 2. Um perfil VS (400 × 49) foi selecionado para uma viga contínua de quatro vãos de 8m, conforme ilustrado na figura. A viga é de aço MR250 e só possui contenção lateral nos apoios. Calcular a máxima carga P permanen-te a ser aplicada nos vãos da viga (γf=1,3). A B C D 4 M = 0,17PL M = 0,161PL M = 0,107PL 8m 8m 4 8m 8m 4 4 P P P P E Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 101 Solução: ho=381mm; to=6,3mm; bf=200mm; tf=9,5mm; Wx=870cm3. 6 12 00 3 thbt bt i ff ff T + = cmiT 25,5 6 1,3863,02095,0 12 2095,0 3 =×+× × = Classificação quanto a flambagem lateral: lb = 800cm Cb = 1 (o momento máximo ocorre em seção não contraventada lateralmente) ( ) 275,40 −= ff T ry b tb hiff EC X ( ) 28,3 2095,0 4025,55,1125 205000,1 75,40 2 = × ××−××=X 2 2 1119,19 X Xtb hil ff T br ++= cmlbr 74128,31128,3 1 2095,0 4025,59,19 22 =++× ××= Como lb > lbr , a viga é longa, portanto, o momento resistente de projeto é: 2 2 2 7,969,0 + = T b ff b xbvdres i l E tb hl EWCM φ cmkNM dres .9393 25,5 800 205007,9 95,020 40800 2050069,08700,19,0 2 2 2 = ×+ ×× ××××= Mmáx = 0,17Pl = 0,17×800 = 136P Admitindo-se carga do tipo permanente, calcula-se Md com γf =1,3. Assim, Md =1,3×136P =176,8P Igualando-se os momentos solicitante e resistente de projeto, obtém-se o máximo valor de P. Md = Mdres =176,8P = 9393 → P = 53,1 kN Estado Limite de Utilização: flecha máxima: EI PL3012,0=δ m009,0 10173931005,2 81,53012,0 88 3 =××× ××= −δ = 9 mm Limite de flecha pela NBR 8800 – barra suportando piso: cmL 2,2 360 800 360max ===δ = 22 mm > δ portanto, atende. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 102 3. Admitindo-se que na viga do problema anterior as cargas concentradas P sejam aplicadas por vigas transversais apoiadas nos centros dos vãos, calcular o momento fletor resistente na região do momento máximo solicitante. Solução: com contraventamento lateral nos apoios e nos pontos de aplicação das cargas concentradas, tem-se lb = 400 cm e Cb > 1. Cálculo de Cb. Trecho AB: 0 2 1 = M M → Cb = 1,75 Trecho BC: 95,0 170,0 161,0 2 1 == M M → Cb = 30 > 2,3 → Cb=2,3 Cálculo dos comprimentos limites lbp e lbr. y ybp f Eil 75,1= cmlbp 226250 2050052,475,1 =××= 87,1 0,1 28,328,3 === bC X cmlbr 108987,11187,1 1 2095,0 4025,59,19 22 =++× ××= A viga é do tipo intermediária: lbp < lb < lbr 226cm < 400cm < 1089cm O momento resistente no vão lateral é obtido por interpolação entre Mr e Mp. ( )ryxr ffWM −= ( ) cmkNM r .117455,1125870 =−×= fr = tensão residual considerada igual a 115 MPa. yp fZM .= cmkNM p .242652587012,1 =××= ( ) bpbr bpb rppn ll ll MMMM − −−−= ( ) cmkNM n .217412261089 226400117452426524265 =− −×−−= nbdres MM .φ= cmkNM dres .19567217419,0 =×= = 195,7 kN.m. Conclusão: com as novas condições de contenção lateral, a viga do problema anterior teve um grande acréscimo de momento resistente: (195,7 > 93,9) kN.m. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 103 8.3. Dimensionamento da alma das vigas 8.3.1. Conceitos As almas das vigas servem principalmente para ligar as mesas e absorver os esforços cortantes. Nos perfis laminados, as almas são pouco esbeltas (h0/t0 moderado), tendo geralmente resistência à flambagem suficiente para atender aos esforços solicitantes, de modo que a resistência é determinada pelo escoamento ao cisalhamento do material (fv ≈ 0,6fy). Nos perfis fabricados, as almas são geralmente mais esbeltas (h0/t0 elevado), de modo que a resistência da viga limitada pela flambagem alma. Nestes casos, para aumentar a resistência à flambagem, utilizam-se enrijecedores transversais. 8.3.2. Tensão de cisalhamento As tensões de cisalhamento (τ) em peçasde altura constante, solicitadas por esforço cortante (V), são dadas pela conhecida fórmula da Resistência dos Materiais: tI VS=τ onde: t = espessura da chapa no ponde onde se mede a tensão S = momento estático referido ao centro de gravidade da seção bruta, da parte da área da seção entre a borda e o ponto onde se mede a tensão I = momento de inércia da seção bruta, referido ao centro de gravidade respectivo Para o cálculo das tensões solicitantes de cisalhamento utiliza-se a relação: w d d A V=τ onde: Vd = esforço de cisalhamento solicitante de cálculo Aw = área efetiva de cisalhamento dada por: ht0 em perfis laminados h0t0 em perfis soldados 2/3 Ag em perfis de seção retangular cheia ¾ Ag em perfis de seção circular cheia ½ Ag em perfis tubulares de seção circular Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 104 τ maxτ maxτ médττ 2 3 max = médττ 3 4 max = 8.3.3. Vigas I com um ou dois eixos de simetria sem enrijecedores Vigas I com valores moderados de h0/t0. Para vigas I com alma pouco esbelta (valores baixos de h0/t0), a flambagem da alma por cisalhamento não é determinante (o material entra em escoamento para cargas inferiores à carga crítica de flambagem). Os valores limites de h0/t0 para esta categoria de almas são dados pela expressão. yf E t h 5,2 0 0 ≤ para aço MR250 = 71 aço AR345 = 60 Esforço cortante resistente de cálculo é dado por: ( )ywvdres fAV 6,0φ= com φv = 0,9 Vigas I com valores elevados de h0/t0. Em vigas I com valores h0/t0 superiores elevados, a resistência ao cisalhamento é reduzida por efeito da flambagem da alma. Esforço cortante resistente de cálculo é dado por: ( ) vywvdres CfAV 6,0φ= flambagem elástica: para yf E t h 23,3 0 0 > 2 0 0 97,7 = t hf EC y v para aço MR250 = 92 aço AR345 = 79 Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 105 flambagem inelástica: para yy f E t h f E 23,35,2 0 0 ≤< y v f E t hC 0 0 5,2= O limite superior de h0/t0 é dado pela seguinte equação com tensões em MPa: ( )11548,0max00 += yy ff E t h para aço MR250 = 326 aço AR345 = 247 Na prática, as relações h0/t0 de vigas sem enrijecedores transversais intermediários são limitados aos seguintes valores: edifícios (AISC) h0/t0 ≤ 260 pontes (AASHTO) h0/t0 ≤ 150 Exemplo: Calcular a carga máxima permanente q (kN/) que pode ser aplicada na viga da figura, com vão de 6m, contida lateralmente. Dados: aço MR250; perfil soldado VS (500×86). A seção da viga é compacta; classe 2. 16 m m 6.3mm 250mm VS (500 x 86) L (m) q (kN/m) 50 0m m Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 106 Solução: a) Flexão – Estado Limite de Último Momento fletor resistente: seção compacta, viga contida lateralmente. Wx = 2090 cm3 Zx = 1,12 Wx Ix = 52250 cm4 ybdres ZfM φ= com φb = 0,9 cmkNM dres .5266825209012,19,0 =×××= = 526,7 kN.m Momento fletor solicitante de projeto 8 2LqM dd = ddd qqM 5,48 62 == Igualando Mdres = Md, determina-se o valor de qd: 7,5265,4 =dq m kNqd 1175,4 7,526 == b) Cisalhamento – Estado Limite de Último Esforço cortante resistente de cálculo (viga sem enrijecedores intermediários) yy f E t h f E 23,35,2 0 0 ≤< 927471 0 0 < =< t h y v f E t hC 0 0 5,2= 97,0 250 205000 74 5,2 ==vC área da alma fw thA ×= 0 248,2963,08,46 cmAw =×= ( ) vywvdres CfAV 6,0φ= kNVdres 38697,0256,048,299,0 =××××= Esforço cortante solicitante de cálculo 2 LqV dd = ddd qqV 32 6 =×= Igualando Vdres = Vd, determina-se o valor de qd: kNqd 3863 = m kNqd 7,1283 386 == Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 107 c) Deslocamento – Estado Limite de Utilização Deslocamento máximo permitido pela NBR 8800 300max L=δ m02,0 300 6 max ==δ Deslocamento no meio do vão EI Lqd 384 5 4=δ dd qq 488 4 1058,1 10522501005,2384 65 − − ×=××××=δ Igualando δmax = δ, determina-se o valor de qd: 02,01058,1 4 =× − dq m kNqd 6,1261058,1 02,0 4 =×= − Conclusão: a carga permanente máxima qd = 117 kN/m foi determinada pela flexão, no estado limite de último. Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 108 APÊNDICE Momento fletor máximo de vigas Viga Força Cortante Momento fletor L P PV =max PLM −=max L q (kN/m) qLV =max 2 2 max qLM −= P L / 2 L / 2 2max PV = 4max PLM = A B a b L P L PbVA = L PaVB = L PbaM =max q (kN/m) L 2max qLV = 8 2 max qLM = L M L MV =max MM −=max A L B M L MVA −= L MVB += MM −=max Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 109 Deslocamentos máximos em vigas Viga Deslocamento vertical máximo P L vmax EI PLv 3 3 max = vmax L q (kN/m) EI qLv 8 4 max = P L/2 L/2 vmax EI PLv 48 3 max = P vmax a x b a>b EI bLPbv 39 )( 2 3 22 max −= 3 22 bLx −= q (kN/m) L vmax EI qLv 384 5 4 max = L M vmax EI MLv 2 2 max = Mx L EI MLv 39 2 max = 3 Lx = Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 110 Características geométricas de figuras planas Figura Área CG Momento de Inércia Módulo Resistente CGh h y x 2h 2 hyx CGCG == 12 4hII yx == 6 3hWW yx == CG h b x y hb ⋅ 2 bxCG = 2 hyCG = 12 3hbI x ⋅= 12 3bhI y ⋅= 6 2hbWx ⋅= 6 2bhWy ⋅= CG x y D 4 2D⋅π rD = 2 64 4DII yx ⋅== π 32 3DWW yx ⋅== π CGd x D y ( ) 4 22 dD −π 2 D ( ) 64 44 dDII yx −== π ( ) 32 33 dDWW yx −== π b/3 h/3 h y b CG x 2 hb ⋅ 3 bxCG = 3 hyCG = 36 3hbI x ⋅= 36 3bhI y ⋅= 12 2hbWx ⋅= 12 2bhWy ⋅= B H h a CG y x ( )hHBah −+ 2 BxCG = 2 HyCG = ( ) [ ]hHBahI hHBahI y x −+= −+= 1212 1212 33 33 3 ( ) ( )hHB B haW hH H B H ahW y x −+= −+= 66 66 23 33 3 y´1 y1 H b CG x B y c ( ) bHcbB +− ( ) ( ) 11 22 1 2 1 2 yHy bHcbB bHcbBy BxCG ′−= +− +−=′ = ( )[ ] ( )[ ]cHbcBI AybhcbBI y x −+= −+−= 33 2 1 33 12 1 3 1 ( )[ ]cHbcB B W y IW y IW y x x x x ++= =′= 33 1 inf, 1 sup, 6 1 B b H h CG x y bhBH − 2 HyCG = 12 33 bhBHI y −= H bhBHWx 6 33 −= Estruturas Metálicas, de Madeiras e Especiais Ricardo Gaspar 111 BIBLIOGRAFIA ASSOCIAÇÃO BRASILEIRA DE NORMAS TÉCNICAS – (ABNT). Projeto e execução de estruturas de aço de edifícios: método dos estados limites - NBR 8800. Rio de Janeiro: 1986. (NB14). PFEIL W., PFEIL M. Estruturas de aço: dimensionamento prático. 7ed. Rio de Janeiro, LTC, 2000. PINHEIRO, A. C. F B. Estruturas metálicas: detalhes, exercícios e projetos. 2ed. São Paulo, Edgard Blücher, 2005. Estruturas Metálicas, de Madeiras eEspeciais Ricardo Gaspar 112 TABELAS
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