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EXEMPLO DE PONTE DE CONCRETO ARMADO, COM DUAS VIGAS PRINCIPAIS ROTEIRO DE CÁLCULO I - DADOS Ponte rodoviária. classe 45 (NBR-7188) Planta, corte e vista longitudinal (Anexo) Fôrma da superestrutura e da infra-estrutura Concreto : fck = 35 MPa Aço : CA-50 Pesos específicos : concreto simples : 24 kN/m3 concreto armado : 25 kN/m3 pavimentação : 24 kN/m3 recapeamento : 2 kN/m2 Viga principal - pré-dimensionamento: valores do índice de esbeltez l / h = vão / altura ( Martinelli - 1971) tipo de ponte concreto armado concreto protendido pedestres 15 a 20 20 a 25 rodoviária 10 a 15 15 a 20 ferroviária 8 a 10 10 a 15 II - CÁLCULO DAS VIGAS PRINCIPAIS 1 - Cálculo dos esforços devidos à carga permanente (g) 1.1 - Cálculo da carga permanente g 1.2 - Cálculo do momento fletor devido a g 1.3 - Cálculo do esforço cortante devido a g 1.4 - Cálculo das reações de apoio devidas a g 2 - Cálculo dos esforços devidos à carga móvel (q) 2.1 - Determinação do trem-tipo para a viga principal 2.2 - Momentos fletores máximo e mínimo devido a q 2.3 - Cálculo dos esforços cortantes máximo e mínimo devidos a q 2.4 - Reações de apoio máxima e mínima devidas a q 3- Esforços totais 3.1 - Momentos fletores extremos 3.2 - Esforços cortantes extremos 3.3 - Reações de apoio extremas 4- Dimensionamento das armaduras 4.1 - Verificação do pré-dimensionamento da seção 4.2 - Cálculo da armadura de flexão 4.3 - Cálculo da armadura de cisalhamento 4.4 - Verificação da fadiga da armadura de flexão 4.5 - Verificação da fadiga da armadura de cisalhamento Corte e Vista longitudinal da ponte Seção Transversal no apoio e no meio do vão Vista inferior e Locação da Fundação 6) CÁLCULO DAS VIGAS PRINCIPAIS 6.1) REPARTIÇÃO DAS CARGAS TRANSVERSALMENTE No caso de pontes sobre duas vigas principais, há basicamente, três esquemas estáticos de cálculo: Obs.: NBR-6118 - seções transversais com três ou mais vigas principais devem ser calculadas como grelha. 6.2 CÁLCULO DAS VIGAS PRINCIPAIS 6.2.1 CÁLCULO DOS ESFORÇOS DEVIDO À CARGA PERMANENTE A carga permanente pode ser considerada uniformemente distribuída, igualmente para cada viga, inclusive o peso próprio das transversinas. Somente o peso próprio da cortina será considerado como concentrado na extremidade da viga, porém, sem o momento fletor correspondente. 6.2.2 CÁLCULO DOS ESFORÇOS DEVIDO ÀS CARGAS MÓVEIS Os esforços serão obtidos através de cálculo como vigas independentes. Fig. 6.2 - Esquema de cálculo - como vigas independentes As cargas P e p' atuando sobre o tabuleiro, correspondem às cargas Pη + p'A sobre um determinado ponto da viga 1 . Considerando-se todas as seções transversais, ao longo da ponte, obtêm-se todas as cargas sobre a viga 1, correspondentes àquelas atuantes sobre o tabuleiro. Esse carregamento obtido sobre a viga 1 é denominado TREM-TIPO da viga principal. P P p' p' 1 2 η 1 A LI de R 1 ( reação da viga ) 1 1 R P = + p' η 1 R = P . + p' . A η ( parcelas das cargas P e p' suportadas pela viga 1 ) 6.2.3 ESQUEMA PARA A DETERMINAÇÃO DO TREM-TIPO DAS VIGAS PRINCIPAIS Fig. 6.3 - Esquema para a determinação do trem-tipo das vigas principais OBS. Para se obterem os máximos valores de Q1, q1 e q 2 , observando a LI, deve-se colocar o veículo-tipo tão próximo quanto possível da viga 1 . 6.2.4 VALORES EXTREMOS DOS ESFORÇOS DEVIDO ÀS CARGAS MÓVEIS Determinado o TREM-TIPO da viga principal, pode-se obter, através das linhas de influências, os valores máximos e mínimos dos esforços solicitantes (M e V) Exemplo: Extremos de Mc Fig.6.4 - Linha de influência do momento fletor na seção C e as posições do trem- 6.3 ENVOLTÓRIA DE ESFORÇOS São os valores máximos e mínimos dos esforços em cada seção transversal da viga. Esses valores são determinados pela combinação das cargas permanentes e móveis. O número de seções adotadas em cada tramo varia com o vão do mesmo, podendo adotar- se: vão dividido em 10 partes Recomenda-se : 5 seções para vão L entre 5 e 10 m 10 seções para vão L entre 20 e 30 m Fig. 6.5 - Número de seções para cada tramo da viga 6.4 CÁLCULO DAS VIGAS PRINCIPAIS - RESOLUÇÃO DO PROJETO 6.4.1 CÁLCULO DOS ESFORÇOS DEVIDO À CARGA PERMANENTE 6.4.1.1 Cálculo das cargas permanentes L = 26 m - Peso próprio de meia seção transversal Fig. 6.6 - Seção transversal da ponte - Peso próprio das transversinas (considerando unif. distrib. ao longo da viga, l = 30m) 2 1 6 3 4 5 40 40 15 5 15 5 15 40 260 cm 40 80 230 cm cm 12 25 cm 200 10 cm cm 5 Fig. 6.8 - Desconto nos apoios - Peso próprio das cortinas 50 30 50 cm 200 10 25 cm cm laje já considerada Fig.6.7 - Seção transversal da transversina cm ,0 m 5 , 4 0 0 0 , 60 2 ,0 m transversina viga principal 25 , 0 , 10 0 ,0 m 2 , 25 2 25 , 0 0 25 , ,50 m 0 ,65 m 1 , 25 0 0 ,50 m 25 , 0 ,50 m 12 5 2 , 0 0 ,25 m laje já considerada Ala cortina Ala cortina Fig. 6.9 Dimensões das cortinas e alas - CARGA PERMANENTE TOTAL - Vigas principais Fig. 6.10 - Cargas permanentes da viga principal - Seções para cálculo dos esforços solicitantes 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 Fig. 6.11 - Fixação das seções ao longo da viga principal 6.4.1.2 - REAÇÕES DE APOIO Rg2 = Rg12 = 1707,42 kN 6.4.1.3 - DIAGRAMA DE Mg : (convenção: tração embaixo: positivo) Fig. 6.12 - Diagrama de M devido às cargas permanentes 6.4.1.4 - DIAGRAMA DE Vg (convenção: horário positivo) G = 118,17 kN G = 118,17 kN g = 105,95 kN/m 5 ,0 m 20 ,0 m 5 ,0 m 2 ,5 m 2 ,5 m 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 , 0 2 ,5 m 2 ,5 m - - + 627 1915 8 1475 2535 3170 3382 Mg [ kN . m ] Fig. 6.13 - Diagrama de V devido às cargas permanentes 6.4.2 - CÁLCULO DOS ESFORÇOS DEVIDO ÀS CARGAS MÓVEIS 6.4.2.1 - Obtenção do TREM-TIPO das vigas principais (ver Fig. 6.15) Esforços devido a carga móvel Coeficiente de Impacto Vertical (CIV) CIV=1+1,06.(20/(LIV+50)) 1. Balanço = 2.5 = 10 m CIV=1+1,06.(20/(10+50))=1,353 2. Vão Central = 20 m CIV=1+1,06.(20/(20+50))=1,303 Coeficiente de número de faixas CNF = 1 – 0,05.(n-2) = 1– 0,05.(2-2) = 1,00 Coeficiente de impacto adicional (somente para elementos < 5 m) Balanço = 1,353.1,00.1,00 = 1,353 (Versão Antiga da Norma = 1,33) Vão Central = 1,303.1,00.1,00 = 1,303 (Versão Antiga da Norma = 1,26) - - + 118 383 648 1060 848 636 424 212 + Vg [kN] 0 TREM-TIPO - VIGAPRINCIPAL Fig. 6.16 - TREM-TIPO da viga principal Balanço = 1,35 Vão Central = 1,30 Q1 = 75 . (1,35 + 1,05) . coef 243,00 KN 234,00 KN q1 = 5 . (0,97 . 6,4)/2 . coef 20,95 KN/m 20,18 KN/m Q2 = 5 . (1,42 . 9,4)/2 . coef 45,05 KN/m 43,38 KN/m 6.4.2.2 REAÇÕES DE APOIOS Fig. 6.17 - Reações máxima e mínima da viga principal, causadas pelas cargas móveis Rq2,mín =−243,00.(0,10 + 0,175 +0,25) – 20,95.((0,025+0,25)/2).4,5-45,05.((0,025+0,5)/2)= - 152,36KN Rq2,máx = 243,00.(1,25 +1,175 +1,10) +20,95.((1,025+1,25)/2).4,5+45,05((1,025.20,5)/2)= 1.437,12KN 6.4.2.3 MOMENTOS FLETORES Exemplo: seção 1 - balanço - φ = 1,35 Seção Mk max Mk min 0 / 14 0 0 1 / 13 0 -915,97 2/12 0 -2816,39 3 / 11 1802,27 -2591,06 4 / 10 3163,37 -2365,74 5 / 9 4110,71 -2140,41 6/8 4711,47 -1915,08 7 4918,45 -1689,76 6.4.2.4 - ESFORÇOS CORTANTES (Vq) Seção Vk máx Vk min 0 /- 14 0 -243 1 /-13 0 -538,5 2/-12 0 -845,8 2/-12 1055,38 -140,82 3 /- 11 909,08 -145,32 4 / -10 770,44 -158,84 5 /- 9 640,81 -212,39 6/-8 520,19 -305,98 7 408,58 -408,58 6.4.3 - ESFORÇOS TOTAIS (ver combinações de ações) O peso próprio da estrutura > 75% do peso próprio total, então, γg = 1,3, para efeitos desfavoráveis γg = 1,0, para efeitos favoráveis γq = 1,5, para cargas variáveis 6.4.3.1 - MOMENTOS FLETORES de CÁLCULO (Md) Md,máx = γ gMg + γ qMq,máx Md,mín = γ gMg + γ qMq,mín Seção Mg Mk max Mk min γg γq Mdmax γg γq Mdmin 0 / 14 0 0 0 1,30 1,00 1,5 0 1,30 1,00 1,5 0 1 / 13 -626,52 0 -915,97 1,30 1,00 1,5 -814,476 1,30 1,00 1,5 -2188,43 2/12 -1925,22 0 -2816,39 1,30 1,00 1,5 -2502,79 1,30 1,00 1,5 -6727,37 3 / 11 -8,13 1802,27 -2591,06 1,30 1,00 1,5 2692,836 1,30 1,00 1,5 -3894,72 4 / 10 1475,17 3163,37 -2365,74 1,30 1,00 1,5 6662,776 1,30 1,00 1,5 -3548,61 5 / 9 2534,67 4110,71 -2140,41 1,30 1,00 1,5 9461,136 1,30 1,00 1,5 -675,945 6/8 3170,37 4711,47 -1915,08 1,30 1,00 1,5 11188,69 1,30 1,00 0 3170,37 7 3382,27 4918,45 -1689,76 1,30 1,00 1,5 11774,63 1,30 1,00 0 3382,27 6.4.3.2 - ESFORÇOS CORTANTES (Vd) Vd,máx = γ gVg + γ qVq,máx Vd,mín = γ gVg + γ qVq,mín Seção Vg Vk máx Vk min γg γq Vdmax γg γq Vdmin 0 /- 14 -118,2 0 -243 1,30 1,00 1,5 -153,66 1,30 1,00 1,5 -518,16 1 /-13 -383,04 0 -538,5 1,30 1,00 1,5 -497,952 1,30 1,00 1,5 -1305,7 2/-12 -647,92 0 -845,8 1,30 1,00 1,5 -842,296 1,30 1,00 1,5 -2111 2/-12 1059,5 1055,38 -140,82 1,30 1,00 1,5 2960,42 1,30 1,00 0 1377,35 3 /- 11 847,6 909,08 -145,32 1,30 1,00 1,5 2465,5 1,30 1,00 0 1101,88 4 / -10 635,7 770,44 -158,84 1,30 1,00 1,5 1982,07 1,30 1,00 0 826,41 5 /- 9 423,8 640,81 -212,39 1,30 1,00 1,5 1512,155 1,30 1,00 0 550,94 6/-8 211,9 520,19 -305,98 1,30 1,00 1,5 1055,755 1,30 1,00 1,5 -247,07 7 0 408,58 -408,58 1,30 1,00 1,5 612,87 1,30 1,00 1,5 -612,87 6.4.3.3 - REAÇÕES DE APOIO (Rd) Rd2,máx = Rd12,máx =1,3x1707,42 +1,4x1.437,12= 4.357,33kN Rd2,mín = Rd12,mín =1,0x1707,42 +1,4(−152,36) = 1.494,12kN 6.4.4 - DIMENSIONAMENTO DAS ARMADURAS Fig. 6.21 - Largura colaborante das lajes 6.4.4.1 - VERIFICAÇÃO DO PRÉ-DIMENSIONAMENTO DA SEÇÃO Verificam-se as seções onde ocorrem os máximos esforços solicitantes. No projeto, essas seções são as seguintes: momento máximo positivo: seção 7 ; Md,máx = 11774,63kN.m momento máximo negativo: seção 2 ou 12; Md,máx = - 2502,79kNm cortante máxima : seção 2d ou 12e: Vd,máx = 2960,42kN a) Seção 7 Md,máx = 11774,63kN.m ; tração embaixo → T h = 225 cm h f = 25 cm 10 40 cm 10 cm 10 cm cm 120 120 cm 60 cm b 2 620 - 20 = 600 cm = h f 25 cm = 10 cm 10 cm 10 cm 40 cm cm 120 60 cm 120 cm Fig. 6.22 - Cálculo da largura coraborante viga V 1 viga V 2 Supondo-se d = 0,9h = 202,5 cm, tem-se: 𝑘𝑐 = 𝑏. 𝑑² 𝑀𝑑 = 300. (202,5)² 1.177.463,00 = 10,44 Fck = 35 MPa → βc = 0,06 → x = 0,06.202,5 = 12,15 < hf = 25 cm ∴ L.N.na laje b) Seção 2: Md,máx = - 2502,79kNm tração em cima ∴seção retangular verificação inicial : bw = 40 cm (sem alargamento no apoio) 𝑀𝑑𝑙𝑖𝑚 = 𝑏. 𝑑² 𝑘𝑐 = 40. (202,5)² 1,3 = 1261730,77 𝐾𝑁𝑐𝑚 = 12.617,31 𝐾𝑁𝑚 Ou seja, não é necessário alargar a base em virtude do momento fletor c) cortante máxima: Vd,máx = 2960,42kN 𝛼𝑣2 = (1 − 35 250 ) = 0,86 𝑉𝑅𝑑2 = 0,27.0,86. ( 3,5 1,4 ) . 40.202,5 = 4.702,05𝐾𝑁 A dimensão resiste!
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