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ESTRUTURAS METÁLICAS E MADEIRAS LUIZ CARLOS MENDES - 2019 - 1 1 INTRODUÇÃO Este trabalho foi elaborado com base no método dos estados limites e estabelece os requisitos básicos que devem ser obedecidos no projeto à temperatura ambiente das estruturas de aço e das estruturas mistas de aço e concreto de edificações, incluindo passarelas de pedestres e suportes de equipamentos. 2 AÇOS ESTRUTURAIS E MATERIAIS DE LIGAÇÃO 2.1 Designação de produtos ASTM Os produtos especificados pela ASTM, quando suas dimensões e propriedades mecânicas são expressas no Sistema Internacional de Unidades, recebem no final da identificação a letra “M”. Nesta norma, por simplicidade, essa letra é suprimida. 2.2 Aços para perfis, barras e chapas Os aços aprovados para uso nesta Norma para perfis, barras e chapas são aqueles com qualificação estrutural assegurada por norma brasileira ou norma ou especificação estrangeira, desde que possuam resistência característica ao escoamento máxima de 450 MPa e relação entre resistências características à ruptura (fu) e ao escoamento (fy) não inferior a 1,18. Permite-se ainda o uso de outros aços estruturais desde que tenham resistência característica ao escoamento máxima de 450 MPa, relação entre resistências características à ruptura e ao escoamento não 2 inferior a 1,18 e que o responsável pelo projeto analise as diferenças entre as especificações desses aços e daqueles mencionados em 4.5.2.2.1 e, principalmente, as diferenças entre os métodos de amostragem usados na determinação de suas propriedades mecânicas. Perfil I Perfil cantoneira Perfil tubular Figura 1.1 – Tipos de perfis mais usados fy ≤ 450 MPa (1.1) 18,1 f f y u ≤ (1.2) fy = resistência característica ao escoamento; fu = resistência característica à ruptura. 2.3 Aços fundidos e forjados Quando for necessário o emprego de elementos estruturais fabricados com aços fundidos ou forjados, devem ser obedecidas normas ou especificações próprias dos mesmos. 3 2.4 Parafusos, porcas e arruelas Os parafusos de aço de baixo teor de carbono devem satisfazer a ASTM A307 ou ISO 898 Classe 4.6. Os parafusos de alta resistência devem satisfazer a ASTM A325 ou ISO 7411 Classe 8.8. Os parafusos de aço-liga temperado e revenido devem satisfazer a ASTM A490 ou ISO 7411 Classe 10.9. As porcas e arruelas devem satisfazer as especificações compatíveis, citadas no ANSI/AISC 360. 2.5 Propriedades mecânicas gerais dos aços estruturais Para efeito de cálculo devem ser adotados, para os aços aqui relacionados, os seguintes valores de propriedades mecânicas: a) módulo de elasticidade, E = Ea = 200.000 MPa; b) coeficiente de Poisson, νa = 0,3; c) coeficiente de dilatação térmica, βa = 1,2 × 10-5 °C-1; d) massa específica, ρa = 7850 kg/m3. 4 3 CONCRETO E AÇO DAS ARMADURAS As propriedades do concreto de densidade normal devem obedecer à ABNT NBR 6118/2014. Assim, a resistência característica à compressão desse tipo de concreto, fck, deve situar-se entre 20 MPa e 50 MPa, e os seguintes valores, devem ser adotados: a) O módulo de elasticidade, considerado como o módulo de deformação tangente inicial: Eci = 5600.fck (3.1) onde Eci e fck são expressos em megapascal (para a situação usual em que a verificação da estrutura se faz em data igual ou superior a 28 dias); b) O módulo de elasticidade secante, a ser utilizado nas análises elásticas de projeto, especialmente para determinação de esforços solicitantes e verificação de estados limites de serviço, Ecs = 0,85 Eci (3.2) c) Coeficiente de Poisson, υ c = 0,20 d) Coeficiente de dilatação térmica, 15c C10 −− °=β ; e) Massa específica, ρc, igual a 2400 kg/m3 no concreto sem armadura e a 2500 kg/m3 no concreto armado. Nesta norma, por simplicidade, o módulo de elasticidade secante do concreto será referido apenas como módulo de elasticidade do concreto e representado por Ec. 5 4 SEGURANÇA E ESTADOS LIMITES 4.1 Critérios de segurança Os critérios de segurança adotados baseiam-se na ABNT NBR 8681. 4.2 Estados limites Devem ser considerados os estados limites últimos (ELU) e os estados limites de serviço (ELS). Os estados limites últimos estão relacionados com a segurança da estrutura sujeita às combinações mais desfavoráveis de ações previstas em toda a vida útil, durante a construção ou quando atuar uma ação especial ou excepcional. Os estados limites de serviço estão relacionados com o desempenho da estrutura sob condições normais de utilização. O método dos estados limites utilizado para o dimensionamento de uma estrutura exige que nenhum estado limite aplicável seja excedido quando a estrutura for submetida a todas as combinações apropriadas de ações. Se um ou mais estados limites forem excedidos, a estrutura não atende mais aos objetivos para os quais foi projetada. 4.3 Condições usuais relativas aos estados limites últimos (ELU) As condições usuais de segurança referentes aos estados limites últimos são expressas por desigualdades da forma: θ (S d , Rd ) ≥ 0 (4.1) 6 onde: Sd representa os valores de cálculo dos esforços atuantes (em alguns casos específicos, das tensões atuantes), obtidos com base nas combinações últimas de ações; Rd representa os valores de cálculo dos correspondentes esforços resistentes (em alguns casos específicos, das tensões resistentes), obtidos conforme o tipo de situação. Quando a segurança é verificada isoladamente em relação a cada um dos esforços atuantes, as condições de segurança tomam a seguinte forma simplificada: R d ≥ S d (4.2) 4.4 Condições usuais relativas aos estados limites de serviço (ELS) As condições usuais referentes aos estados limites de serviço são expressas por desigualdades do tipo: Sser ≤ S lim (4.3) onde: Sser representa os valores dos efeitos estruturais de interesse, obtidos com base nas combinações de serviço das ações; Slim representa os valores limites adotados para esses efeitos. 7 5 AÇÕES 5.1 Ações a considerar e classificação Na análise estrutural deve ser considerada a influência de todas as ações que possam produzir efeitos significativos para a estrutura, levando- se em conta os estados limites últimos e de serviço. As ações a considerar classificam-se, de acordo com a ABNT NBR 8681, em permanentes, variáveis e excepcionais. 5.2 Ações permanentes Ações permanentes são as que ocorrem com valores praticamente constantes durante toda a vida útil da construção. Também são consideradas como permanentes as ações que crescem no tempo, tendendo a um valor limite constante. As ações permanentes são subdivididas em diretas e indiretas e devem ser consideradas com seus valores representativos mais desfavoráveis para a segurança. 5.2.1 Ações permanentes diretas As ações permanentes diretas são constituídas pelo peso próprio da estrutura e pelos pesos próprios dos elementos construtivos fixos e das instalações permanentes. Constituem também ação permanente os empuxos permanentes, causados por movimento de terra e de outros materiais granulosos quando forem admitidos nãoremovíveis. 8 Os pesos específicos do aço e do concreto e os de outros materiais estruturais e dos elementos construtivos fixos correntemente empregados nas construções, na ausência de informações mais precisas, podem ser avaliados com base nos valores indicados na ABNT NBR 6120. Os pesos das instalações permanentes usualmente são considerados com os valores indicados pelos respectivos fornecedores. 5.2.2 Ações permanentes indiretas As ações permanentes indiretas são constituídas pelas deformações impostas por retração e fluência do concreto, deslocamentos de apoio e imperfeições geométricas. A retração e a fluência do concreto de densidade normal devem ser calculadas conforme a ABNT NBR 6118/2014. Para o concreto de baixa densidade, na ausência de norma brasileira aplicável, devem ser calculadas conforme o Eurocode 2 Part 1-1. Os deslocamentos de apoio somente precisam ser considerados quando gerarem esforços significativos em relação ao conjunto das outras ações. Esses deslocamentos devem ser calculados com avaliação da rigidez do material da fundação, correspondente, em princípio, de 5% da respectiva distribuição de probabilidade. O conjunto formado pelos deslocamentos de todos os apoios constitui-se numa única ação. 9 5.3 Ações variáveis Ações variáveis são as que ocorrem com valores que apresentam variações significativas durante a vida útil da construção. As ações variáveis comumente existentes são constituídas pelas cargas acidentais decorrentes do uso e ocupação da edificação, como as ações decorrentes de sobrecargas em pisos e coberturas, de equipamentos e de divisórias móveis, de pressões hidrostáticas e hidrodinâmicas, pela ação do vento e pela variação da temperatura da estrutura. As cargas acidentais são fornecidas pela ABNT NBR 6120 e, no caso de passarelas de pedestres, pela ABNT NBR 7188. Os esforços causados pela ação do vento devem ser determinados de acordo com a ABNT NBR 6123. Os esforços decorrentes da variação uniforme de temperatura da estrutura são causados pela variação da temperatura da atmosfera e pela insolação direta e devem ser determinados pelo responsável técnico pelo projeto estrutural considerando, entre outros parâmetros relevantes, o local da construção e as dimensões dos elementos estruturais. Recomenda-se, para a variação da temperatura da atmosfera, a adoção de um valor considerando 60% da diferença entre as temperaturas médias máximas e mínimas, no local da obra, com um mínimo de 10°C. Para a insolação direta, deve ser feito um estudo específico. Nos elementos estruturais em que a temperatura possa ter distribuição 10 significativamente diferente da uniforme, devem ser considerados os efeitos dessa distribuição. Na falta de dados mais precisos, pode ser admitida uma variação linear entre os valores de temperatura adotados, desde que a variação de temperatura considerada entre uma face e outra da estrutura não seja inferior a 5°C. Quando a estrutura, pelas suas condições de uso, estiver sujeita a choques ou vibrações, os respectivos efeitos devem ser considerados na determinação das solicitações e a possibilidade de fadiga deve ser considerada no dimensionamento dos elementos estruturais. 5.4 Ações excepcionais Ações excepcionais são as que têm duração extremamente curta e probabilidade muito baixa de ocorrência durante a vida da construção, mas que devem ser consideradas nos projetos de determinadas estruturas. São ações excepcionais aquelas decorrentes de causas como explosões, choques de veículos, incêndios, enchentes e sismos excepcionais. No projeto de estruturas sujeitas a situações excepcionais de carregamentos, cujos efeitos não possam ser controlados por outros meios, devem ser consideradas ações excepcionais com os valores definidos, em cada caso particular, por normas brasileiras específicas. 5.5 Valores das ações Os valores característicos, Fk, das ações são estabelecidos em função da variabilidade de suas intensidades. 11 5.5.1.Ações permanentes Fgk Para as ações permanentes, os valores característicos, Fgk, devem ser adotados iguais aos valores médios das respectivas distribuições de probabilidade. Esses valores estão definidos nesta subseção ou em normas brasileiras específicas, como a ABNT NBR 6120. 5.5.2 Ações variáveis Fqk Os valores característicos das ações variáveis, Fqk, são estabelecidos por consenso e indicados em normas brasileiras específicas. Esses valores têm uma probabilidade pré-estabelecida de serem ultrapassados no sentido desfavorável, durante um período de 50 anos, e estão definidos nesta subseção ou em normas brasileiras específicas, como a ABNT NBR 6120 e a ABNT NBR 6123. Os valores de cálculo Fd das ações são obtidos a partir dos valores representativos, Fk, multiplicando-os pelos respectivos coeficientes de ponderação γf . Fd = Fk . γf (5.1) 5.6 Coeficientes de ponderação das ações As ações devem ser majoradas pelo coeficiente de ponderação γf, expresso por: γ f = γ f 1. γ f 2 . γ f3 (5.2) 12 onde: γf1 é a parcela do coeficiente de ponderação das ações γf que considera a variabilidade das ações; γf2 é a parcela do coeficiente de ponderação das ações γf que considera a simultaneidade de atuação das ações; γf3 é a parcela do coeficiente de ponderação das ações γf que considera os possíveis erros de avaliação dos efeitos das ações, seja por problemas construtivos, seja por deficiências do método de cálculo empregado, de valor igual ou superior a 1,10. 5.6.1 Coeficientes de ponderação das ações no estado limite último (ELU) Os valores-base para verificação dos estados limites últimos são apresentados nas Tabelas 5.1 e 5.2, para o produto γf1γf3 e para γf2, respectivamente. O produto γf1γf3 é representado por γg ou γq. O coeficiente γf2 é igual ao fator de combinação ψo. 13 Tabela 5.1 – Valores dos Coeficientes de ponderação das ações 31 fff γγγ = 14 Tabela 5.2 – Valores dos fatores de combinação 0Ψ e de redução e para as ações variáveis 1Ψ 2Ψ O valor do coeficiente de ponderação de cargas permanentes de mesma origem, num dado carregamento, deve ser o mesmo ao longo de toda a estrutura. 15 5.6.2 Coeficientes de ponderação e fatores de redução das ações no estado limite de serviço (ELS) Em geral, o coeficiente de ponderação das ações para os estados limites de serviço, γf, é igual a 1,0. Nas combinações de ações de serviço são usados os fatores de redução ψ1 e ψ2, expressos na Tabela 5.2, para obtenção dos valores freqüentes e quase permanentes das ações variáveis, respectivamente. 5.7 Combinações de ações últimas Um carregamento é definido pela combinação das ações que têm probabilidades não desprezáveis de atuarem simultaneamente sobre a estrutura, durante um período pré-estabelecido. A combinação das ações deve ser feita de forma que possam ser determinados os efeitos mais desfavoráveis para a estrutura; a verificação dos estados limites últimos e dos estados limites de serviço deve ser realizada em função de combinações últimas e combinações de serviço, respectivamente. Uma combinação última de ações pode ser classificada em normal, especial, de construção e excepcional. 5.7.1 Combinações últimas normais As combinações últimas normais decorrem do uso previsto para a edificação. 16 Devem ser consideradas tantas combinações de ações quantas sejam necessárias para verificação das condições de segurança em relação a todos os estados limites últimosaplicáveis. Em cada combinação devem estar incluídas as ações permanentes e a ação variável principal, com seus valores característicos e as demais ações variáveis, consideradas como secundárias, com seus valores reduzidos de combinação. Para cada combinação, aplica-se a seguinte expressão: ∑∑ = ψγ+γ+ = γ= n 2j )k,QjFojqi(k,1QF1q)k,GiF m 1i gi(Fd (5.3) onde: FGi,k são os valores característicos das ações permanentes; FQ1,k é o valor característico da ação variável considerada como principal para a combinação; FQj,k são os valores característicos das ações variáveis que podem atuar concomitantemente com a ação variável principal; γgi são os coeficientes de ponderação para as cargas permanentes; γqi são os coeficientes de ponderação para as cargas variáveis; ψ0j são os fatores de combinação para as cargas variáveis. 5.7.2 Combinações últimas especiais As combinações últimas especiais decorrem da atuação de ações variáveis de natureza ou intensidade especial, cujos efeitos superam em intensidade os efeitos produzidos pelas ações consideradas nas combinações normais. Os carregamentos especiais são transitórios, com 17 duração muito pequena em relação ao período de vida útil da estrutura. A cada carregamento especial corresponde uma única combinação última especial de ações, na qual devem estar presentes as ações permanentes e a ação variável especial, com seus valores característicos, e as demais ações variáveis com probabilidade não desprezível de ocorrência simultânea, com seus valores reduzidos de combinação. Aplica-se a seguinte expressão: ∑∑ = ψγ+γ+ = γ= n 2j )k,QjFef,ojqi(k,1QF1q)k,GiF m 1i gi(Fd (5.4) onde: FGi,k são os valores característicos das ações permanentes; FQ1,k é o valor característico da ação variável especial; FQj,k são os valores característicos das ações variáveis que podem atuar concomitantemente com a ação variável especial; ψoj,ef são os fatores de combinação efetivos de cada uma das ações variáveis que podem atuar concomitantemente com a ação variável especial FQ1. Os fatores ψoj,ef são iguais aos fatores ψoj adotados nas combinações normais, salvo quando a ação variável especial FQ1 tiver um tempo de atuação muito pequeno, caso em que ψoj,ef podem ser tomados como os correspondentes fatores de redução ψ2j. 18 5.7.3 Combinações últimas de construção As combinações últimas de construção devem ser levadas em conta nas estruturas em que haja riscos de ocorrência de estados limites últimos, já durante a fase de construção. O carregamento de construção é transitório e sua duração deve ser definida em cada caso particular. Devem ser consideradas tantas combinações de ações quantas sejam necessárias para verificação das condições de segurança em relação a todos os estados limites últimos que são de se temer durante a fase de construção. Em cada combinação devem estar presentes as ações permanentes e a ação variável principal, com seus valores característicos e as demais ações variáveis, consideradas como secundárias, com seus valores reduzidos de combinação. 5.7.4 Combinações últimas excepcionais As combinações últimas excepcionais decorrem da atuação de ações excepcionais extremamente raras que podem provocar efeitos catastróficos, como explosões, choques de veículos, choques de embarcações e outras. As ações excepcionais somente devem ser consideradas no projeto de estrutura de determinados tipos de construção, nas quais essas ações não possam ser desprezadas e que, além disso, na concepção estrutural, não possam ser tomadas medidas que anulem ou atenuem a gravidade das conseqüências dos efeitos das mesmas. O carregamento excepcional é transitório, com duração extremamente curta. 19 A cada carregamento excepcional corresponde uma única combinação última excepcional de ações. Devem figurar as ações permanentes e a ação variável excepcional, com seus valores característicos, e as demais ações variáveis com probabilidade não desprezível de ocorrência simultânea, com seus valores reduzidos de combinação, conforme a ABNT NBR 8681. Nos casos de ações sísmicas, deve ser utilizada a ABNT NBR 15421. Aplica-se a seguinte expressão: ∑∑ = ψγ+γ+ = γ= n 2j )k,QjFef,ojqi(QexcF1q)k,GiF m 1i gi(Fd (5.5) onde: FQ,exc é o valor da ação transitória excepcional. 5.8 Exercício Uma peça de estrutura metálica está sujeita ás seguintes solicitações indicadas. Pede-se que seja determinada a solicitação externa final levando- se em conta os coeficientes de ponderação e fatores de combinação. a) carga permanente em situação normal pelo peso próprio da estrutura metálica: 95 kN . (γg = 1,25) 20 b) carga permanente de construção de um elemento construtivo industrializado: 80 kN. (γg = 1,30) c) carga permanente em situação normal de um elemento construtivo de equipamento: 60 kN. (γg = 1,50) d) efeito de variação de temperatura em situação normal: 82 kN. (γq = 1,25 ; φ0 = 0,60) e) efeito de uma ação em situação normal de vento: 55 kN. (γq = 1,40 ; φ0 = 0,60) f) efeito de uma explosão: 150 kN. g) efeito de um terremoto: 180 kN. h) efeito de uma variação de temperatura especial que só ocorreu durante a construção: 20 kN. (γq = 1,0 ; φ0 = 0,60) i) pesos de equipamentos por longos períodos de permanência decorrente do uso e ocupação: 55 kN. (γq = 1,50 ; φ0 = 0,70) Primeira hipótese – excluindo todas as ações excepcionais. φ0 = 1 na ação variável predominante. Sd = Σ γg.G + γq1.Q1 + Σ γq.ψ.Q 21 (temperatura) (vento) Sd = 1,25x95 + 1,30x80 + 1,50x60 + 1,20x82 + 1,40x55x0,60 + (temp. esp.) (equip. longos p.) + 1x20x0,60 + 1,5x55x0,70 = 527,10 kN Segunda hipótese – considerando a maior das ações excepcionais. φ0 ≠ 1 na ação variável predominante. Sd = γg1.G1 + γg2.G2 + γg3.G3 + ψ01.γq1.Q1 + ψ02.γq2.Q2 + ψ03.γq3.Q3 + ψ04.γq4.Q4 + E (temperatura) (vento) Sd =1,25x95 + 1,30x80 + 1,50x60 + 0,60x1,20x82 + 1,40x55x0,60 + (temp. esp.) (equip. longos p.) + 1x20x0,60 + 1,5x55x0,70 = 667,74 kN Escolhe-se o maior. Então: Sd = 667,74 kN 22 6 RESISTÊNCIAS 6.1 Valores das resistências 6.1.1 Valores característicos As resistências dos materiais são representadas pelos valores característicos fk, definidos como aqueles que, em um lote de material, têm determinada probabilidade de serem ultrapassados, no sentido desfavorável para a segurança A resistência característica é admitida como sendo o valor que tem apenas 5% de probabilidade de não ser atingido pelos elementos de um dado lote de material. 6.1.2 Valores de cálculo A resistência de cálculo fd de um material é definida como: m k d ff γ = (6.1) Nessa expressão, γm é o coeficiente de ponderação da resistência característica, expresso por:23 γm = γm1 . γm2 . γm3 (6.2) γm1 é a parcela do coeficiente de ponderação que considera a variabilidade da resistência dos materiais envolvidos; γm2 é a parcela do coeficiente de ponderação que considera a diferença entre a resistência do material no corpo-de-prova e na estrutura; γm3 é a parcela do coeficiente de ponderação que considera os desvios gerados na construção e as aproximações feitas em projeto do ponto de vista das resistências dos materiais. 6.2 Coeficientes de ponderação das resistências no estado limite último (ELU) Os valores dos coeficientes de ponderação das resistências γm do aço estrutural, do concreto e do aço das armaduras, representados respectivamente por γa, γc e γs, são dados na Tabela 6.1, em função da classificação da combinação última de ações. No caso do aço estrutural, são definidos dois coeficientes, γa1 e γa2, o primeiro para estados limites últimos relacionados a escoamento e instabilidade e o segundo à ruptura. 24 Tabela 6.1 – Valores dos coeficientes de ponderação das resistências mγ Valores dos coeficientes de ponderação das resistências γm diferentes dos apresentados são expressos pela Norma, em alguns casos em que a resistência não está ligada diretamente a ensaio do material e sim de um conjunto estrutural, onde a variabilidade das resistências ou o modelo analítico para determinação da resistência assim o exigir. 6.3 Coeficientes de ponderação das resistências no estado limite de serviço (ELS) Os limites estabelecidos para os estados limites de serviço não necessitam de minoração, portanto, γm = 1,00. 25 7 ESTABILIDADE E ANÁLISE ESTRUTURAL 7.1 Generalidades O objetivo da análise estrutural é determinar os efeitos das ações na estrutura, visando efetuar verificações de estados limites últimos e de serviço. A análise estrutural deve ser feita com um modelo realista, que permita representar a resposta da estrutura e dos materiais estruturais. Onde necessário, a interação solo-estrutura e o comportamento das ligações devem ser contemplados no modelo. 7.2 Tipos de análise estrutural O tipo de análise estrutural pode ser classificado de acordo com considerações do material e dos efeitos dos deslocamentos da estrutura. 7.2.1 Determinação dos esforços internos quanto aos materiais Os esforços internos podem ser determinados por: a) análise global elástica (diagrama tensão-deformação elástico-linear); b) análise global plástica: diagrama tensão-deformação rígido-plástico, elasto-plástico perfeito ou elasto-plástico não-linear. 26 A análise global elástica é sempre permitida, mesmo que os esforços resistentes da seção transversal sejam avaliados considerando-se a plasticidade. A análise global plástica pode ser usada para seções compactas, desde que as seções e as ligações possuam capacidade de rotação suficiente para formação de rótulas plásticas e redistribuição de esforços solicitantes. A estabilidade da estrutura deve ser verificada para essa condição. A não-linearidade do material pode ser considerada em alguns casos, de forma indireta, efetuando-se uma análise elástica reduzindo-se a rigidez das barras. 7.2.2 Determinação dos esforços internos quanto ao efeito dos deslocamentos Os esforços internos podem ser determinados por: a) análise linear (teoria de primeira ordem), com base na geometria indeformada da estrutura; b) análise não-linear, com base na geometria deformada da estrutura, onde os deslocamentos afetam muito os esforços internos. A análise não-linear deve ser usada sempre que os deslocamentos afetarem de forma significativa os esforços internos. Essa análise pode ter como base teorias geometricamente exatas, teorias aproximadas ou adaptações a resultados da teoria de primeira ordem. Por simplicidade, os três tipos de análise são denominados de segunda ordem. 27 Os efeitos decorrentes dos deslocamentos horizontais dos nós da estrutura são chamados de efeitos globais de segunda ordem (P-∆), e os decorrentes da não-linearidade dos eixos das barras são chamados de efeitos locais de segunda ordem (P-δ). 7.2.3 Classificação das estruturas quanto à sensibilidade a deslocamentos laterais a) Estrutura com pequena deslocabilidade A pequena deslocabilidade ocorre quando a relação entre os ∆ do estudo da segunda ordem e os de primeira ordem for inferior a 1,1 em todos os andares. ∆c1 ∆c2 ∆b1 ∆b2 ∆a1 ∆a2 (análise de primeira ordem) ( análise de segunda ordem) Figura 7.1 - Deslocamentos horizontais na análise de primeira ordem e na análise de segunda ordem. 28 Pode-se escrever: 1,1 1c 2c ≤ ∆ ∆ (7.1) 1,1 1b 2b ≤ ∆ ∆ (7.2) 1,1 1a 2a ≤ ∆ ∆ (7.3) ) Estrutura com média deslocabilidade eira ordem estão situados entre 1,1 e 1,4 em todos os ndares, ou seja: b É aquela em que as relações entre os deslocamentos de segunda ordem e os de prim a 4,11,1 1c 2c ≤ ∆ ∆ ≤ (7.4) 4,11,1 1b 2b ≤ ∆ ∆ ≤ (7.5) 4,11,1 1a 2a ≤ ∆ ∆ ≤ (7.6) ) Estrutura com grande deslocabilidade os de primeira ordem são maiores que 1,4 em todos os andares, u seja: c É aquela em que as relações entre os deslocamentos de segunda ordem e o 29 4,1 1c 2c ≥ ∆ ∆ (7.7) 4,1 1b 2b ≥ ∆ ∆ (7.8) 4,1 1a 2a ≥ ∆ ∆ (7.9) de do material, uer pelo efeito das tensões residuais, podem ser utilizados. .3 Sistemas resistentes às ações horizontais reticulado. São as treliças contraventantes as paredes de cisalhamento. Os métodos de análise que considerem direta ou indiretamente a influência da geometria deformada da estrutura (efeitos P-δ e P-∆), das imperfeições iniciais, do comportamento das ligações e da redução de rigidez dos elementos componentes, quer pela não-linearida q 7 São subestruturas de contraventamento com a função de impedir os deslocamentos distorcionais do e 30 Figura 7.2 – Treliças contraventantes. 31 Figura 7.3 – Paredes de cisalhamento (shear wall). 32 8 CONDIÇÕES ESPECÍFICAS PARA O DIMENSIONAMENTO DE ELEMENTOS DE AÇO 8.1 Relações entre largura e espessura em elementos comprimidos dos perfis de aço 8.1.1 Elemento AA Grupo 2 - Almas de perfis I, U e H b b t t Figura 8.1 – Perfis I e U. ylim f E49,1 t b ≤⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ (8.1) E = módulo de elasticidade do aço sendo igual a 200.000 MPa; fy = tensão de escoamento do aço; fu = tensão última de ruptura; Elementos AA – possuem duas bordas longitudinais vinculadas; Elemento AL – possuem apenas uma borda longitudinal vinculada. 33 Tabela 8.1 – Tensões de escoamento e de ruptura dos aços. Para aço MR 250 ........... fy = 250 MPa fu = 400 MPa Para aço AR 350 ...........fy = 350 MPa fu = 450 MPa Para aço AR 350 COR ..... fy = 350 MPa fu = 485 MPa Para aço AR 415 ........... fy = 415 MPa fu = 520 MPa Os perfis H apresentam a altura de mesmo comprimento de mesa. 8.1.2 Elemento AL Grupo 4 Mesas das seções I, H, T ou U laminadas ( apresentam curvas nas junções entre as almas e mesas ). b b t Figura 8.2 - Perfis I e T laminados. ylim f E56,0 t b ≤⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ (8.2) 34 b tmédio Figura 8.3 – Perfis U laminados. ylim f E56,0 t b ≤⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ (8.2) 8.1.3 Elemento AL Grupo 5 Mesas das seções I, H, T ou U soldadas ( não apresentam curvas nas junções entre as almas e mesas ). 35 b b t Figura 8.4 – Perfis I e T soldados c ylim k f E64,0 t b ≤⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ (8.3) O valor de kc é expresso por: w c t h k 4= (8.4) sendo kc compreendido no intervalo 0,35 ≤ kc ≤ 0,76 (8.5) tw = espessura da alma e h é a altura do perfil; h = altura do perfil. 36 8.2 Classificação das seções transversais Dependendo do valor do parâmetro de esbeltez λ dos componentes comprimidos em relação a λp e λr, as seções transversais são classificadas em: a) compactas: seções cujos elementos comprimidos possuem λ não superior a λp e cujas mesas são ligadas continuamente à alma ou às almas; λ < λ p (8.6) b) semicompactas: seções que possuem um ou mais elementos comprimidos com λ excedendo λp, mas não λr; λ p ≤ λ ≤ λ r (8.7) c) esbeltas: seções que possuem um ou mais elementos comprimidos com λ excedendo λr. λ > λ r (8.8) O parâmetro de esbeltez dos elementos comprimidos será definido e os parâmetros de esbeltez λp e λr são fornecidos para os diversos tipos de solicitação. 37 As seções compactas são capazes de desenvolver uma distribuição de tensões totalmente plástica com grande rotação antes do início da flambagem local. Essas seções são adequadas para análise plástica, devendo no entanto, para esse tipo de análise, ter um eixo de simetria no plano do carregamento quando submetidas à flexão, e ser duplamente simétricas quando submetidas à força axial de compressão. Nas seções semicompactas, os elementos comprimidos podem atingir a resistência ao escoamento, levando-se em conta as tensões residuais, antes que a flambagem local ocorra, mas não apresentam grande capacidade de rotação. Nas seções esbeltas, um ou mais elementos comprimidos flambam em regime elástico, levando-se em conta as tensões residuais. λ < λp λp ≤ λ ≤ λr λ > λr Figura 8.5 - Perfis I. 38 8.3 Tipos e parâmetros de esbeltez de elementos componentes Para efeito de flambagem local, os elementos componentes das seções transversais usuais, exceto as seções tubulares circulares, são classificados em AA, quando possuem duas bordas longitudinais vinculadas, e AL, quando possuem apenas uma borda longitudinal vinculada. O parâmetro de esbeltez dos elementos componentes da seção transversal é definido pela relação entre largura e espessura (relação b / t ). 8.4 Definições de λ, λ p e λ r Para os perfis I a) Flambagem local da mesa Figura 8.6 – Mesa de perfil I. b t 39 t b =λ (8.9) b = bf / 2 (b = metade do comprimento total da mesa ) y p f E38,0=λ (8.10) λ r para perfis laminados ( )ryr f E83,0 σ− =λ (8.11) σr = 0,30 fy (8.12) σr = tensão residual. λ r para perfis soldados ( ) c ry r k f E95,0 σ− =λ (8.13) w c t h 4k = (8.14) 0,35 ≤ kc ≤ 0,76 (8.15) 40 b) Flambagem local da alma Figura 8.7 – Alma do perfil I. w w t h =λ (8.16) y p f E76,3=λ (8.17) y r f E70,5=λ (8.18) y x tw 41 c) Flambagem lateral por torção Lb Figura 8.8 – Deformação do perfil sujeito à flambagem lateral por torção e o comprimento destravado Lb. y b r L =λ (8.19) 42 y p f E76,1=λ (8.20) y 2 1w 1ty ty r I C27 11 .I.r I.I38,1 β ++ β =λ (8.21) ( ) t ry 1 IE wf σ− =β (8.22) ( ) 4 tdI C 2 fy w − = (8.23) σr = 0,30 fy (8.24) onde: Lb = comprimento longitudinal não contraventado; ry = raio de giração na direção y; w = menor módulo elástico de resistência entre wx e wy; Cw = momento setorial de inércia para seções I; σr = tensão residual; d = altura do perfil; fy = tensão de escoamento do aço; tf = espessura do flange It = momento de inércia à torção E = módulo de elasticidade do aço E = 200.000 MPa. 43 O raio de giração na direção y se escreve por: A J r yy = onde: Jy = momento de inércia à flexão na direção y; A = área da seção transversal do perfil. O momento de inércia à flexão Jy se escreve por: 12 b.t 12 t.h 12 b.tJ 3 ff 3 ww 3 ff y ++= Figura 8.9 – Nomenclatura do perfil I. y tf hw tf bf 44 9 BARRAS PRISMÁTICAS SUBMETIDAS À FORÇA AXIAL DE TRAÇÃO 9.1 Generalidades Neste capítulo será feita a análise de barras prismáticas submetidas à força axial de tração, incluindo barras ligadas por pinos e barras redondas com extremidades rosqueadas. No dimensionamento, deve ser atendida a condição: Nt,Sd ≤ Nt,Rd (9.1) onde: Nt,Sd é a força axial de tração solicitante de cálculo; Nt,Rd é a força axial de tração resistente de cálculo. 9.2 Força axial resistente de cálculo A força axial de tração resistente de cálculo, Nt,Rd, a ser usada no dimensionamento, exceto para barras redondas com extremidades rosqueadas e barras ligadas por pinos, é o menor dos valores obtidos, considerando-se os estados limites últimos de escoamento da seção bruta e ruptura da seção líquida, de acordo com as expressões (9.2) e (9.3). 45 a) para escoamento da seção bruta: 1a yg Rd,t fA N γ = (9.2) b) para ruptura da seção líquida: 2a ue Rd,t fAN γ = (9.3) onde: Ag é a área bruta da seção transversal da barra; Ae é a área líquida efetiva da seção transversalda barra tracionada; fy é a resistência ao escoamento do aço; fu é a resistência à ruptura do aço; γa1 é o coeficiente de ponderação para o escoamento do aço estrutural; γa2 é o coeficiente de ponderação para a ruptura do aço estrutural. 9.3 Área líquida nominal Em regiões com furos, feitos para ligação ou para qualquer outra finalidade, a área líquida nominal An de uma barra é a soma dos produtos da espessura pela largura líquida de cada elemento. Em ligações parafusadas, a largura dos furos deve ser considerada 2,0 mm maior que a dimensão máxima desses furos, perpendicular à direção da força aplicada. Alternativamente, caso se possa garantir que os furos sejam executados com broca, pode-se usar a largura igual à dimensão máxima. 46 No caso de uma série de furos distribuídos transversalmente ao eixo da barra, em diagonal a esse eixo ou em ziguezague, a largura líquida dessa parte da barra deve ser calculada deduzindo-se da largura bruta a soma das larguras de todos os furos em cadeia, e somando-se para cada linha ligando dois furos, a quantidade s2/(4g), sendo s e g, respectivamente, os espaçamentos longitudinal e transversal (gabarito) entre esses dois furos (Figura 9.1); 1 g NSd 2 s Figura 9.1 — Ilustração dos espaçamentos s e g entre os furos 1 e 2. s = espaçamento longitudinal entre os furos, na direção de NSd; g = espaçamento transversal entre os furos. A largura líquida crítica daquela parte da barra será obtida pela cadeia de furos que produza a menor das larguras líquidas, para as diferentes possibilidades de linhas de ruptura. ∑ −+= d́g4 sbL 2 glc ∑ (9.4) d = d0 + ε (9.5) d´ = d + 2mm (9.6) 47 d´ = largura do furo; d0 = diâmetro nominal do furo; ε = folga do parafuso, tomada sempre como 1,5 mm; d = dimensão nominal do furo; t = espessura da chapa na região do furo. fuste d0 rosca Figura 9.2 – Diâmetro nominal do parafuso. Para cantoneiras, o gabarito g dos furos em abas opostas deve ser considerado igual à soma dos gabaritos, medidos a partir da aresta da cantoneira, subtraída de sua espessura. Na determinação da área líquida de seção que compreenda soldas de tampão ou soldas de filete em furos, a área do metal da solda deve ser desprezada. Em regiões em que não existam furos, a área líquida nominal, An, deve ser tomada igual à área bruta da seção transversal Ag. 48 t bg Figura 9.3 – Seção transversal Ag. Na presença de apenas uma camada de furos, conforme Figura 9.4, a largura líquida crítica se escreve por: Llc = bg - Σd´ (9.7) Llc = bg - 4d´ t Figura 9.4 – Barra com uma linha de quatro parafusos. bg Sd 49 Conjunto de três parafusos Figura 9.5 – Conjunto de três parafusos. Primeiro caminho da fissura Figura 9.6 – Conjunto de três parafusos. d́bL glc −= s2 s1 g2 g1 s2 g2 s1 g1 50 Segundo caminho da fissura Figura 9.7 – Conjunto de três parafusos. d́2 g4 sbLlc 1 2 1 g −+= Figura 9.8 – Conjunto de três parafusos. Terceiro caminho da fissura g2 g1 s2 s1 g2 g1 s2 s1 d́3 g4 s g4 sbL 2 2 2 1 2 1 glc −++= 51 Conjunto de nove parafusos Figura 9.9 – Conjunto de nove parafusos. Figura 9.10 – Conjunto de nove parafusos. Primeiro caminho de fissura g2 g1 s2 s1 g2 g1 s2 s1 d́3 g4 s g4 sbL 1 2 1 2 2 1 glc −++= 52 Figura 9.11 – Conjunto de nove parafusos. Segundo caminho de fissura d́3 g4 sbLlc 2 2 1 g −+= Figura 9.12 – Conjunto de nove parafusos. Terceiro caminho de fissura d́3 g4 s g4 sbLlc = 1 2 2 2 2 1 g −++ g2 g1 s2 s1 g2 g1 s2 s1 53 Figura 9.13 – Conjunto de nove parafusos. Quarto caminho de fissura d́3bL glc −= Quinto caminho de fissura Figura 9.14 – Conjunto de nove parafusos. g2 g1 s2 s1 g2 g1 s2 s1 d́3 g4 sbL 2 2 1 glc −+= 54 Figura 9.15 – Conjunto de nove parafusos. Sexto caminho de fissura d́3 g4 s g4 sbLlc = 1 2 1 2 2 1 g −++ Figura 9.16 – Conjunto de nove parafusos. Sétimo caminho de fissura d́3 g4 s g4 sbLlc = 1 2 1 2 2 2 g −++ g2 g1 s2 s1 g2 g1 s2 s1 55 Figura 9.17 – Conjunto de nove parafusos. Oitavo caminho de fissura g2 g1 s2 s1 d́3 g4 s g4 sbLlc = 1 2 1 2 2 2 g −++ .4 Área líquida nominal An = Llc . t (9.8) lc = largura líquida crítica; .5 Área líquida efetiva (9.9) minal influenciada pela presença dos furos; Ct = coeficiente de redução da área líquida nominal para transformá-la em área líquida efetiva. 9 L t = espessura da chapa. 9 Ae = An . Ct An = área líquida no 56 9.6 Coeficiente de redução O coeficiente de redução da área líquida, Ct, apresenta os valores indicados a seguir. Quando a força de tração for transmitida diretamente para cada um dos elementos da seção transversal da barra, por soldas ou parafusos, o valor de Ct se escreve por: Ct = 1,00 (9.10) s2 g2 g1 s1 Figura 9.18 – Conjunto de nove parafusos. Quando a força de tração for transmitida somente por soldas transversais, o valor de Ct se escreve por: g c t A AC = (9.11) 57 onde: Ac é a área da seção transversal do elemento solda conectado; Ag á área bruta da seção transversal da barra soldada. t bg Figura 9.19 – Barras com solda. Nas barras com seções transversais abertas, quando a força de tração for transmitida somente por parafusos ou somente por soldas longitudinais ou por uma combinação de soldas longitudinais e transversais para alguns elementos da seção transversal, o valor de Ct se escreve por: c c t l e1C −= (9.12) Deve-se, no entanto, ser usado 0,90 como limite superior, podendo ser usado 0,60 como limite inferior. O parâmetro ec é a excentricidade da ligação, igual à distância do centro geométrico da seção da barra, G, ao plano de cisalhamento da ligação. 58 G ec Figura 9.20 – Seção transversal de uma cantoneira ligada a uma chapa por soldas. lc Figura 9.21 – Seção longitudinal de uma cantoneira ligada a uma chapa por soldas. O parâmetro I c nas ligações soldadas, é o comprimento da ligação, tomado igual ao comprimento da solda. c c t l e1C −= (9.12) 59 Nas ligações parafusadas lc é a distância do primeiro ao último parafuso da linha de furação com maior número de parafusos, na direção da força axial. Em perfis com um plano de simetria, a ligação deve ser simétrica em relação ao mesmo e são consideradas, para cálculo de Ct duas barras fictícias e simétricas, cada uma correspondente a um plano de cisalhamento da ligação. Esta simetria se obtém no caso de duas seções T e no caso de perfis I ou H ligados pelas mesas, ou duas seções U no caso desses perfis serem ligados pela alma (Figuras 9.22 a 9.25). Caso de perfil I formado por duas seções T fictícias ligadas por chapas através das mesas apenas por parafusos. ec ec lc Figura 9.22 – Vista longitudinalde perfil I ligado por chapas através de parafusos pelas mesas. 60 ec CG do T superior CG do T inferior ec plano de cisalhamento da ligação Figura 9.23 - Corte transversal de perfil I ligado por chapas através de parafusos pelas mesas. c c t l e1C −= (9.12) lc = distância do primeiro ao último parafuso; ec = distância do centro geométrico G da barra fictícia T ao plano de cisalhamento da ligação. A própria linha de base usada para se determinar o centro de gravidade constitui o centro de cisalhamento da ligação. 61 Caso de perfil I ligado por chapas através da alma apenas por parafusos. c lc Figura 9.24 – Vista longitudinal do perfil I ligado por chapas através da alma apenas por parafusos. c c t l e1C −= (9.12) lc = distância do primeiro ao último para fuso da ligação no sentido longitudinal da força axial solicitante de tração Sd. ec = distância do centro de gravidade do perfil U fictício ao centro de cisalhamento da ligação. 62 A alma do perfil I deverá ser dividida de modo a formar dois perfis U e deverá ser determinado o centro de gravidade CG a a partir da linha de base. Porém esta linha de base não é o centro de cisalhamento da ligação. A metade da espessura da alma do perfil I (tw) deverá ser descontada para a determinação de ec. ec = CG - tw/2 (9.13) ec ec CG do CG do U da U da esquerda direita CG Figura 9.25 – Corte transversal do perfil I ligado por chapas através da alma apenas por parafusos. 63 A Figura 9.26 reúne todos os valores de ec nas seções abertas. Figura 9.26 — Ilustração dos valores de ec em seções abertas. Nas chapas planas, quando a força de tração for transmitida somente por soldas longitudinais ao longo de ambas as suas bordas, conforme a Figura 9.27, os valores de Ct se escrevem por: Ct = 1 para lw ≥ 2b Ct = 0,87 para 1,5 ≤ lw ≤ 2b (9.14) Ct = 0,75 para b ≤ lw < 1,5b lw = comprimento dos cordões de solda; b = a largura da chapa (distância entre as soldas situadas nas duas bordas). 64 b lw Figura 9.27 — Chapa plana com força de tração transmitida por solda longitudinal. Nas barras com seções tubulares retangulares, quando a força de tração for transmitida por meio de uma chapa de ligação concêntrica ou por chapas de ligação em dois lados opostos da seção, desde que o comprimento da ligação, lc, não seja inferior à dimensão da seção na direção paralela à(s) chapa(s) de ligação, os valores de ec se escrevem de acordo com o indicado na Figura 9.28. c c t l e1C −= (9.12) Figura 9.28 — Ilustração do valor de ec em seção tubular retangular. 65 Nas barras com seções tubulares circulares, quando a força de tração for transmitida por meio de uma chapa de ligação concêntrica, conforme Figura 9.29: - se o comprimento da ligação, lc, for superior ou igual a 1,30 do diâmetro externo da barra, Ct = 1 ,00; - se o comprimento da ligação for superior ou igual ao diâmetro externo da barra e menor que 1,30 vezes esse diâmetro, Ct se escreve por: c c t l e1C −= (9.12) Figura 9.29 — Ilustração do valor de ec em seção tubular circular com uma chapa de ligação concêntrica. 66 9.7 Exercício 1 Ligação pelas mesas Determine o coeficiente de redução Ct para a ligação aparafusada entre a chapa e perfil através das mesas. O aço das chapas e do perfil é MR 250. 19 22,4 750 705,2 22,4 19 mm 100 100 Figura 9.30 – Conjunto de parafusos ligando as mesas. 67 80 160 320 80 100 100 mm Figura 9.31 – Conjunto de parafusos ligando as mesas. O perfil desta ligação é VS 750 x 157 com: bf = 320 mm, tw = 8mm, tf = 22,4 mm, d = 750 mm. A largura dos furos é d´ = 27,5 mm. 68 19 22,4 ec 352,6 8 mm ec 352,6 22,4 19 320 mm mm Figura 9.32 – Seção transversal do perfil. Centro de gravidade do T superior Figura 9.33 – T superior 352,6 22,4 x 156 156 mm 8 69 Área (mm2) x (mm) A.x (mm3) 1 – 22,4 x 156 = 3494,4 11,2 39137,28 2 - 8 x (352,6 + 22,4) = 3000 187,5 562500 3 - 22,4 x 156 = 3494,4 11,2 39137,28 Σ A = 9988,8 mm2 ΣA.x = 640774,56 mm3 mm15,64 8,9988 56,640774X == ec = 64,15 mm lc = 100 + 100 = 200 mm 67,0 200 15,641 l e1C c c t =−=−= Cálculo da largura líquida crítica a) Primeiro caminho da fissura 80 160 80 320 100 100 mm Figura 9.34 – Conjunto de seis parafusos. 70 Llc = bg - 2 d´ Llc = 320 - 2 (27,5) = 265 mm b) Segundo caminho da fissura 80 160 80 320 100 100 mm Figura 9.35 – Conjunto de seis parafusos. Llc = 320 + 160x4 1002 - 2x27,5 = 280,6 mm Então, a largura líquida crítica é Llc = 265 mm Escoamento da seção bruta Ag = 19 x 320 = 6080 mm2 = 60,80 cm2 71 kN1382 10x10,1 250x8,60fAN 1a yg Rd,t ==γ = Ruptura da seção líquida An = Llc x t = 265 x 19 = 50,35 cm2 Ae = Ct x An = 0,67 x 50,35 = 33,73 cm2 kN999 10x35,1 400x73,33fAN 2a ue Rd,t ==γ = Então: Nt,Rd = 999 kN 72 9.8 Exercício 2 Duas chapas lisas Determinar a largura líquida crítica da chapa de menor espessura da ligação aparafusada entre as duas chapas submetidas a um esforço de tração com parafusos M 20. A transmissão é igual para todos os parafusos e o aço das chapas é MR 250. A chapa superior tem espessura t = 22 mm. A chapa inferior tem espessura t = 25 mm. 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.36 – Conjunto de catorze parafusos. a) Diâmetro nominal do furo. d0 = 20 mm d = d0 + ε = 20 + 1,5 = 21,5 mm 73 b) Largura do furo d´ = d + 2 mm = 21,5 + 2 = 23,5 mm = 2,35 cm. c) Cálculo da largura líquida crítica - Primeiro caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.37 – Conjunto de catorze parafusos. Llc = bg – 4 d´ Llc = 4 x 2,35 = 40 – 9,4 = 30,6 cm 74 - Segundo caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.38 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm85,3635,2x4 4x4 1040L 2 lc =−+= 75 - Terceiro caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.39 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm75,4035,2x5 4x4 10 4x4 1040L 22 lc =−++= 76 - Quarto caminho de fissura60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.40 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm92,4435,2x5 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 222 lc =−+++= 77 - Quinto caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.41 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm75,4035,2x5 4x4 10 4x4 1040L 22 lc =−++= 78 - Sexto caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.42 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm74,4635,2x6 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 2222 lc =−++++= 79 - Sétimo caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.43 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm92,4435,2x5 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 222 lc =−+++= 80 - Oitavo caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.44 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm99,5235,2x6 4x4 10 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 22222 lc =−+++++= 81 - Nono caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.45 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm89,5635,2x7 4x4 10 4x4 10 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 222222 lc =−++++++= 82 - Décimo caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.46 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm74,4635,2x6 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 2222 lc =−++++= 83 - Décimo primeiro caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.47 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm89,5635,2x7 4x4 10 4x4 10 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 222222 lc =−++++++= 84 - Décimo segundo caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.48 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm89,5635,2x7 4x4 10 4x4 10 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 222222 lc =−++++++= 85 - Décimo terceiro caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.49 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm74,4635,2x6 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 2222 lc =−++++= 86 - Décimo quarto caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.50 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm59,3635,2x5 6x4 10 6x4 1040L 22 lc =−++= 87 - Décimo quinto caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.51 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm9,5035,2x6 4x4 10 4x4 10 4x4 10 4x4 1040L 2222 lc =−++++= 88 - Décimo sexto caminho de fissura 60 80 120 80 60 100 100 100 80 mm Figura 9.52 – Conjunto de catorze parafusos. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm74,4635,2x6 6x4 10 6x4 10 4x4 10 4x4 1040L 2222 lc =−++++= 89 d) Cálculo da área bruta Ag = bg x t = 40 x 2,2 = 88 cm2 e) Cálculo da área líquida nominal An = Llc x t = 30,6 x 2,2 = 67,32 cm2 f) Cálculo da área efetiva Como a transmissão dos esforços de tração é igual para todos os parafusos o Ct = 1. Ae = Ct x An = 1 x 67,32 = 67,32 cm2 g) Escoamento da seção bruta kN2000 10x10,1 250x88fAN 1a yg Rd,t ==γ = h) Ruptura da seção líquida kN1995 10x35,1 400x32,67fAN 2a ue Rd,t ==γ = Então Nt,Rd = 1995 kN 90 9.9 Exercício 3 Ligação pela alma Determinar o coeficiente de redução Ct para a ligação aparafusada entre as chapas e a alma do perfil. Determinar a resistência à tração do conjunto. 19 22 19 mm 22 20 60 100 100 60 20 22 mm 200 mm 400 mm Figura 9.53 – Seção transversal do perfil I ligado por chapas e parafusos através da alma. Aço dos perfis e chapas AR 415 Parafusos M 24 d0 = 24 mm 91 22 20 60 100 100 60 20 22 mm 120 100 80 mm Figura 9.54 – Vista longitudinal do perfil I ligado por chapas e parafusos através da alma. Cálculo do coeficiente de redução Ct. A (mm2) x(mm) A.x (mm3) 1 22x200 = 4400 100 440000 2 11x360 = 3960 5,5 21780 3 22x200 = 4400 100 440000 Σ = 12760 Σ = 901780 92 mm67,70 12760 901780x == ec = 70,67 – 11 = 59,67 mm lc = 220 mm c c t l e1C −= 73,0 220 67,591Ct =−= Figura 9.55 – Seção transversal do perfil I fictício. 200 mm 22 70,67mm 360 59,67mm 22 mm 11 189 93 Cálculo da largura líquida crítica Primeiro caminho de fissura 22 20 60 100 100 60 20 22 mm 120 100 80 mm Figura 9.56 – Primeiro caminho de fissura. Como a chapa mais fina é a de 19 mm, então o comprimento bg é 320 mm. Llc = bg – 3d´ Llc = 320 - 3 x 27,5 = 237,5 mm Se a mais fina fosse a alma do perfil, então bg seria hw. 94 Segundo caminho de fissura 22 20 60 100 100 60 20 22 mm 120 100 80 mm Figura 9.57 – Segundo caminho de fissura. Llc = bg + ∑ ∑− d́g4 s2 Llc = 320 + 100x4 100x2 2 - 3x27,5 = 287,5 mm 95 Terceiro caminho de fissura 22 20 60 100 100 60 20 22 mm 120 100 80 mm Figura 9.58 – Terceiro caminho de fissura. Llc = bg + ∑ ∑− d́g4 s2 Llc = 320 + =−+ 5,27x3100x4 120 100x4 100 22 298,5 mm 96 Quarto caminho de fissura 22 20 60 100 100 60 20 22 mm 120 100 80 mm Figura 9.59 – Quarto caminho de fissura. Llc = bg + ∑ ∑− d́g4 s2 Llc= 320 + =− 5,27x3100x4 1002 262,5 mm 97 Quinto caminho de fissura 22 20 60 100 100 60 20 22 mm 120 100 80 mm Figura 9.60 – Quinto caminho de fissura. Llc = bg + ∑ ∑− d́g4 s2 Llc = 320 + =− 5,27x3100x4 1002 262,5 mm A largura líquida crítica será a menor dentre todas as pesquisadas. Llc = 237,5 mm 98 Determinação da resistência interna a) Pelo escoamento da seção bruta 1a yg tRd f.A N γ = kN82,2293 10.1,1 415.)9,1x32(NtRd == b) Pela ruptura da seção líquida An = Llc x t = 23,75 x 1,9 = 45,125 cm2 Ae = An x Ct = 45,125 x 0,73 = 32,94 cm2 2a ue tRd f.AN γ = kN84,1268 10.35,1 520.)73,0x9,1x75,23(NtRd == Deve-se considerar a menor das resistências. A resistência interna será NtRd = 1268,84 kN 99 9.10 Exercício 4 Ligação por solda Determinar o coeficiente de redução Ct para a ligação soldada entre as chapas. Determinar a resistência à tração do conjunto. Aços AR 415. 80 120 Sd Sd 80 mm 100 200 mm Figura 9.61 – Chapas ligadas por solda. 100 Figura 9.62 – Chapas ligadas por solda. lw = 200 mm b = 120 mm 2b = 240 mm 1,5b = 180 mm 1,5b ≤ lw ≤ 2b 180 ≤ 200 ≤ 240 mm → Ct = 0,87 200 mm 12 12 26 mm 120 mm 280mm 101 a) Pelo escoamento da seção bruta 1a yg tRd f.A N γ = kN55,1086 10.1,1 415.)4,2x12(NtRd == b) Pela ruptura da seção líquida An = Ag Ae = An x Ct = 12x2,4 x 0,87 = 25,06 cm2 2a ue tRd f.AN γ = kN12,965 10.35,1 520.)06,25(NtRd == Deve-se considerar a menor das resistências. A resistência interna será NtRd = 965,12 kN 102 9.11 Exercício 5 Ligação pela mesa Determinar o coeficiente de redução Ct para a ligação aparafusada entre as chapas e a alma do perfil. Determinar a resistência à tração do conjunto. Aço AR 415 e parafuso M24. Corte longitudinal 22 24 472 380 24 22 mm 120 120 Figura 9.63 – Chapas ligadas pelas mesas. 103 Vista superior 90 90 120 90 480 90 120 120 mm Figura 9.64 – Chapas ligadas pelas mesas e conjunto de doze parafusos. 104 Seção transversal Figura 9.65 – Corte transversal das chapas ligadas pelas mesas. Figura 9.66 – Perfil T fictício. 190 24 230 230 x mm 20 22 24 190 20 mm 24 22 90 90 120 90 90 mm 190 105 Área (mm2) x (mm) A.x (mm3) 1 – 24 x 230 = 5520 12 66240 2 - 20 x 214 = 4280 107 457960 3 - 24 x 230 = 5520 12 66240 Σ A = 15320 mm2 ΣA.x = 590440 mm3 mm54,38 15320 590440X == ec = 38,54 mm lc = 120 + 120 = 240 mm 839,0 240 54,381 l e1C c c t =−=−= Diâmetro nominal do furo d d0 = 24 mm d = d0 + ε d = 24 + 1,5 = 25,5 mm Largura do furo d´ = d + 2mm = 25,5 + 2 = 27,5 mm d´ = 2,75 cm 106 Cálculo da largura líquida crítica Primeiro caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.67 – Primeiro caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc Llc = 48 - 4 x 2,75 = 37 cm 107 Segundo caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.68 – Segundo caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4175,2x4 9x4 1248L 2 lc =−+= 108 Terceiro caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.69 – Terceiro caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4475,2x4 12x4 12 9x4 1248L 22 lc =−++= 109 Quarto caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.70 – Quarto caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4875,2x4 12x4 12 9x4 12x248L 22 lc =−++= 110 Quinto caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.71 – Quinto caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4075,2x4 12x4 1248L 2 lc =−+= 111 Sexto caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.72 – Sexto caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4475,2x4 9x4 12 12x4 1248L 22 lc =−++= 112 Sétimo caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.72 – Sétimo caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4175,2x4 9x4 1248L 2 lc =−+= 113 Oitavo caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.73 – Oitavo caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4875,2x4 12x4 12 9x4 12x248L 22 lc =−++= 114 Nono caminho de fissura 90 90 120 90 90 120 120 480 mm Figura 9.74 – Nono caminho de fissura. ∑ ∑−+= d́g4 sbL 2 glc cm4475,2x4 12x4 12 9x4 1248L 22 lc =−++= A largura líquida crítica será Llc = 37 cm 115 Determinação da resistência de cálculo a) Pelo escoamento da seção bruta 1a yg tRd f.A N γ = kN3984 10.1,1 415.)2,2x48(NtRd == b) Pela ruptura da seção líquida An = Llc x t = 37 x 2,2 = 81,4 cm2 Ae = An x Ct = 81,4 x 0,839 = 68,33 cm2 2a ue tRd f.AN γ = kN2632 10.35,1 520.)33,68(NtRd == Deve-se considerar a menor das resistências. A resistência interna será NtRd = 2632 kN 116 10 BARRAS PRISMÁTICAS SUBMETIDAS À FORÇA AXIAL DE COMPRESSÃO 10.1 Generalidades A presente subseção aplica-se a barras prismáticas submetidas à força axial de compressão. No dimensionamento dessas barras, deve ser atendida a condição: Nc,Sd ≤ Nc,Rd (10.1) Nc,Sd é a força axial de compressão solicitante de cálculo; Nc,Rd é a força axial de compressão resistente de cálculo. Devem ainda ser observadas as condições relacionadas à limitação da esbeltez. 10.2 Força axial resistente de cálculo A força axial de compressão resistente de cálculo, Nc,Rd, de uma barra, associada aos estados limites últimos de instabilidade por flexão, por torção ou flexo-torção e de flambagem local, deve ser determinada pela expressão: 1a yg Rd,c f.A.Q.X N γ = (10.2) onde: χ é o fator de redução associado à resistência à compressão; Q é o fator de redução total associado à flambagem local; Ag é a área bruta da seção transversal da barra. 117 10.3 Fator de redução X O fator de redução associado à resistência à compressão, χ, depende da curva de dimensionamento à compressão (a, b, c ou d), a qual é função do tipo de seção transversal, do modo de instabilidade e do eixo em relaçãoao qual a instabilidade ocorre. Seu valor é expresso por: (10.3) onde: (10.4) α = é um coeficiente relacionado à curva de dimensionamento à compressão; λ0 = é o índice de esbeltez reduzido. O valor de χ pode ser também obtido da Figura 10.1 ou de Tabelas para os casos em que λ0 é, no máximo, igual a 3,0. O coeficiente α, nos casos de instabilidade por flexão, é igual a 0,21, 0,34, 0,49 e 0,76, respectivamente para as curvas a, b, c e d de dimensionamento à compressão. Nos casos de instabilidade por torção ou por flexo-torção, α deve ser tomado igual ao da curva relacionada à instabilidade por flexão em relação ao eixo y. 118 O índice de esbeltez reduzido, λ0, para barras comprimidas é expresso por: (10.5) onde Ne é a força axial de flambagem elástica. Figura 10.1 — Curvas de dimensionamento à compressão (ver Tabela 4) Curva a .................... α = 0,21 Curva b .................... α = 0,34 Curva c .................... α = 0,49 Curva d ................... α = 0,76 119 Tabela 10.1 — Curvas de dimensionamento à compressão para instabilidade por flexão 120 O índice de esbeltez reduzido, λ0, para barras comprimidas é dado por: (10.6) onde Ne é a força axial de flambagem elástica. a) Flambagem por flexão em relação ao eixo x ( )2xx x 2 xe LK IEN π= (10.7) b) Flambagem por flexão em relação ao eixo y ( )2yy y 2 ye LK IE N π = (10.8) c) Flambagem por torção em relação ao eixo z ( ) ⎥ ⎥ ⎦ ⎤ ⎢ ⎢ ⎣ ⎡ + π = t2 zz w 2 2 0 ze IGLK CE r 1N (10.9) Kx.Lx = comprimento de flambagem por flexão em relação ao eixo x; Ky.Ly = comprimento de flambagem por flexão em relação ao eixo y; Ix = momento de inércia à flexão da seção transversal do perfil em relação ao eixo x; Iy = momento de inércia à flexão da seção transversal do perfil em relação ao eixo y; 121 E = módulo de elasticidade longitudinal do aço. E = 200.000 MPa; Cw = momento setorial de inércia; G = módulo de elasticidade do aço; ro = raio de giração polar. O raio de giração polar é expresso por: 2 0 2 0 2 y 2 x0 yxrrr +++= (10.10) x0 e y0 = coordenadas do centro de cisalhamento. 10.4 Valores de coeficientes de flambagem por flexão Kx ou Ky São expressos em função das condições de extremidade da barra. - Extremidades com rotação e translação impedidas. Figura 10.2 – Rotação e translação impedidas. Kx ou Ky = 0,65 122 - Extremidade com rotação livre e translação impedida. Figura 10.3 - Rotação livre e translação impedida. Kx ou Ky = 0,80 - Extremidade com rotação impedida e translação livre. Figura 10.4 - Rotação impedida e translação livre. Kx ou Ky = 1,20 123 - Ambas extremidades com rotação livre e translação impedida Figura 10.5 - Rotação livre e translação impedida. Kx ou Ky = 1,0 - Extremidade com translação e rotação livres. Figura 10.6 - Translação e rotação livres. Kx ou Ky = 2,1 124 10.5 Valores de coeficientes de flambagem por torção Kz - apoio em garfo com rotação impedida e empenamento livre – Kz = 1,0 Figura 10.7 - Apoio em garfo com rotação impedida e empenamento livre. - extremidade superior com rotação livre e empenamento livre mas com a extremidade inferior de rotação impedida e empenamento impedido - Kz = 2,0 Figura 10.8 - Extremidade inferior de rotação impedida e empenamento impedido. 125 10.6 Valores limites das relações largura e espessura em elementos comprimidos dos perfis de aço Se as almas e as mesas satisfizerem às relações limites, então o fator Q de redução associado à flambagem local será Q = 1. a) Elemento AA Grupo 2 (Elemento AA possui duas bordas longitudinais vinculadas seja perfil soldado ou laminado) Almas de perfis I, U e H b b tw tw Figura 10.9 – Perfis I laminado e U soldado. ylim f E, t b 491≤⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ (10.11) E = módulo de elasticidade do aço sendo igual a 200.000 MPa. fy = tensão de escoamento do aço. 126 Para aço MR 250 .................... fy = 250 MPa Para aço AR 350 .................... fy = 350 MPa Para aço AR 350 COR ........... fy = 350 MPa Para aço AR 415 .................... fy = 415 MPa Os perfis H apresentam a altura de mesmo comprimento de mesa. b) Elemento AL Grupo 4 (elemento que possui uma borda longitudinal vinculada) PERFIS LAMINADOS Mesas das seções I, H, T ou U laminadas ( apresentam curvas nas junções entre as almas e mesas ). b b t Figura 10.10 – Perfis I e T laminados da CSN e AçoMinas. ylim f E, t b 560≤⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ (10.12) E = módulo de elasticidade do aço sendo igual a 200.000 MPa. fy = tensão de escoamento do aço. 127 c) Elemento AL Grupo 5 PERFIS SOLDADOS Mesas das seções I, H, T ou U soldadas ( não apresentam curvas nas junções entre as almas e mesas ). b b t Figura 10.11 – Perfis I e T soldados. c ylim k f E, t b 640≤⎟ ⎠ ⎞ ⎜ ⎝ ⎛ (10.13) O valor de kc é expresso por: w c t h k 4= (10.14) sendo 0,35 ≤ kc ≤ 0,76; tw = espessura da alma e h = altura do perfil. 128 Exemplo de perfil laminado Figura 10.12 – Perfil I laminado . Exemplo de perfil soldado Figura 10.13 – Perfil I soldado. 129 10.7 Limitação do índice de esbeltez nda-se que o índice de esbeltez, agora dado por KL/r, ão supere 200. 0.8 Exemplo 1 são é Sd = 368,2 kN. Determinar a 4 – Perfil IP de abas paralelas laminado. O índice de esbeltez das barras comprimidas, tomado como a maior relação entre o comprimento destravado e o raio de giração correspondente ( L/ r ), não deve ser superior a 200. Em elementos isolados, recome n 1 Seja o perfil IP 240 de aço ASTM A572, laminado, com tensão nominal de escoamento fy = 290 MPa e tensão de ruptura fu = 415 MPa. A solicitação de cálculo de compres resistência de cálculo deste perfil. 19 0,98 22 0,98 cm 0,62 12 Figura 10.1 130 Dados do perfil IP 240 a = 20.000 kN/cm2 Ag = 39,1 cm2 = 415 MPa – Valores limites das relações largura/espessura .1 – Mesas dos perfil laminados (Elemento AL caso 4) Figura 10.15 – Perfil IP de abas paralelas laminado.
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