notas de aula estruturas metalicas

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1 Prof. Gulielmo Viana Dantas ESTRUTURAS METÁLICAS

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Notas de aula sobre o assunto estruturas Metalicas

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Page 1: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Prof. Gulielmo Viana Dantas

ESTRUTURAS

METÁLICAS

Page 2: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Estruturas Metálicas 1.0 Considerações básicas: O aço é basicamente uma liga de ferro com baixo teor de carbono (<1,7%) e outros elementos químicos que aparecem como impurezas ou são adicionados para fornecer propriedades desejadas. 1.1 Obtenção do aço:

Para produzir aço, parte-se do ferro, que é encontrado na natureza em forma de óxido e, na operação denominada redução é transformado em metal.

A operação de redução consiste em fornecer calor ao minério de ferro, que combina o oxigênio existente nas suas moléculas com carbono de carvão utilizado na queima, deixando como produto, nos altos fornos ou em fornos de redução direta, o metal básico ferro (ferro gusa).

A seguir, o ferro gusa é transformado em aço mediante a passagem de ar ou oxigênio puro no seu interior, possibilitando a combinação com carbono existente. Ao mesmo tempo podem ser adicionados outros elementos (silício, manganês, fósforo, enxofre, etc.), gerando-se assim os mais diversos tipos de aço. Outro processo utilizado consiste em fundir sucata de ferro em um forno elétrico.

Após esta transformação, o aço pode ser moldado na forma de chapas, barras, perfis, tubos, etc., num processo chamado de laminação. 1.2 Classificação:

a) Segundo o teor de carbono: I) Ferro gusa: teor de carbono entre 3,5% a 4% (1ª fusão do minério de ferro); II) Ferro fundido: teor de carbono entre 1,8% a 2% (2ª fusão); III) Aço carbono: teor de carbono entre 0,15% a 1,7%; IV) Ferro doce ou forjado: teor de carbono menor que 0,15%.

b) Aços estruturais: I) Aço-carbono: baixo carbono: C < 0,15% carbono moderado: 0,15% < C < 0,29% médio carbono: 0,30% < C < 0,59% alto carbono: 0,60% < C < 1,7%

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Exemplos: ASTM A7 ASTM A36 DIN St37 ASTM A307 (parafuso comum) ASTM A325 (parafuso de alta resistência) ASTM A570 (chapas) ASTM A500 (tubos) II) Aços de baixa liga: Aços com elementos de liga para aumentar a resistência mecânica ou à corrosão. Exemplos: ASTM A242 USI-SAC-350 As usinas nacionais produzem aço de alta resistência mecânica e à corrosão atmosférica, com os seguintes nomes comerciais: USI-SAC: produzido pela Usiminas NIOCOR: produzido pela CSN e Cosipa COS-AR-COR: produzido pela CSN e Cosipa. III) Aços com tratamento térmico: Tanto os aços-carbono quanto os de baixa liga podem ter suas resistências aumentadas pelo tratamento térmico, porém são aços de soldagem mais difícil. Os parafusos de alta resistência e os aços de baixa liga usados em barras de protensão, recebem tratamento térmico. 1.3 Principais associações técnicas: ABNT – Associação Brasileira de Normas Técnicas

BRxxx (Baixa Resistência + tensão de escoamento fy em MPa): BR190 MRxxx (Média Resistência + tensão de escoamento fy em MPa): MR250 ARxxx (Alta Resistência + tensão de escoamento fy em MPa): AR345

ASTM - American Society for Testing and Materials

Ordem cronológica: ASTM A36, A325

SAE - Society of Automotive Engineers Composição química: SAE 1020

DIN – Deustsche Industrie Normen (norma alemã)

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1.4 Histórico:

Séc XII: produção de ferro fundido em larga escala (China);

1.750: produção industrial do ferro fundido (Inglaterra);

1.779: ponte sobre o rio Severn (Inglaterra);

1.857: ponte sobre o rio Paraíba do Sul (Brasil);

1.860: produção industrial do aço;

1.890: o aço suplanta o ferro fundido como material de construção;

1.945: Companhia Siderúrgica Nacional (CSN);

1.953: Fábrica de Estruturas Metálicas (FEM);

1.960: aços de baixa liga;

1.961:edifício Avenida Central;

1.970: ponte Rio-Niterói. 1.5 Normas técnicas:

NBR 6120 (NB-5/1978): Cargas para o cálculo de estruturas de edificações (ABNT);

NBR 6123 (NB599/1987): Forças devidas ao vento em edificações (ABNT);

NBR 8681 (NB 862/1984) Ações e segurança nas estruturas (ABNT);

NBR 8800 (NB 14/1986): Projeto e Execução de Estruturas de Aço de Edifícios (ABNT);

LRFD Manual of Steel Construction (AISC);

Minimum Design Loads for Buildings and Other Structures (ASCE 7-98) (American Society of Civil Engineers);

Structural Welding Code Steel : ANSI/AWS D1.1 2000 Vol. 1 (American Welding Society). 1.6 Ensaio de tração simples (curva tensão x deformação):

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F F

l0

l0 + l

A0

A

Lei de Hooke: Os deslocamentos são proporcionais aos esforços (dentro de certos limites).

l = kF

Tensão: = 0A

F

Deformação específica: 0ll

Lei de Hooke: = E

E: módulo de elasticidade ( módulo de Young) , para o aço E = 200.000 MPa

Curvas tensão-deformação de aços estruturais

fy: tensão de escoamento fu: tensão de ruptura

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Trecho inicial de curvas tensão-deformação de aços estruturais

(Ampliação da parte inicial da figura anterior) g

1.7 Ensaio de cisalhamento simples:

Tensão de cisalhamento: AF

Lei de Hooke: = G

= distorção; 0h

d

G: módulo de elasticidade transversal; Relação entre E, G e : Experimentalmente, verificou-se que fv = 0,60 fy , sendo fv a tensão de escoamento ao

cisalhamento.

fy: tensão de escoamento fu: tensão de ruptura

)1(2

EG

F

F

A

h0

fv

tg-1 G

d

200 GPa

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1.8 Propriedades dos aços:

Constantes físicas: E = 200.000 MPa = 200 GPa = 20.000 kN/ cm2 (módulo de elasticidade). E pode ser tomado também igual a 2.050.000 kgf/cm2 2.100.000 kgf/cm2. G = 77.000 MPa = 7.700 kN/ cm2 770 tf/cm2 (módulo de elasticidade transversal) = 0,3 (coeficiente de Poisson) = 12 106 /°C (coeficiente de dilatação térmica) = 77 kN/m3 7850 kgf/m3 (peso específico)

Observações: 1 kgf =9,8 N 10 N 1 kN = 100 kgf 1 MPa = 10 kgf/ cm2

Dutilidade: Capacidade de se deformar sob a ação de cargas. Essencial para redistribuir os

esforços internos na estrutura.

Fragilidade: É o oposto da dutilidade. Pode ser provocada por baixas temperaturas, estado tri-axial de tensões, soldas defeituosas.

Resiliência: É a capacidade de absorver energia no estado elástico.

Tenacidade: É a capacidade de absorver energia no estado inelástico.

Dureza: Resistência ao risco ou abrasão.

Fluência ou creep: Redução da resistência e do módulo de elasticidade em temperaturas elevadas

Fadiga: Redução da resistência provocada por esforços repetidos. A resistência à fadiga é reduzida por soldas defeituosas, concentração de tensões, variações bruscas de seção.

Corrosão: Reação química do aço com o oxigênio do meio ambiente (ar, água, solo). Pode ser combatida ou minimizada com elementos de liga, pintura, proteção catódica (no caso de estruturas enterradas ou submersas).

Tensões residuais: Tensões causadas pelo resfriamento desigual da peça após o processo de fabricação. 1.9 Produtos siderúrgicos: As usinas produzem aços para utilização estrutural sob diversas formas: barras, chapas, perfis laminados, trilhos, tubos, fios trefilados, cordoalhas e cabos. I) Barras: são produtos nos quais duas dimensões (da seção transversal) são pequenas em relação à terceira (comprimento) e laminadas em seção circular, quadrada ou retangular alongada (barras chatas):

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a) Barras redondas: com amplo número de bitolas, as barras redondas são usadas na confecção de chumbadores, parafusos e tirantes;

Diâmetro (mm) Peso(kg/m) 12,5 0,99 16,0 1,55 19,0 2,24 22,0 3,05 25,0 3,98 28,0 5,03 32,0 6,22 35,0 7,52 38,0 8,95 44,0 12,18 50,0 15,40 57,0 20,10 64,0 24,90 70,0 30,00 76,0 35,80 89,1 48,70

102,0 63,60

b) Barras chatas: são usadas em guarda-corpo e são encontradas nas dimensões 38 x 48 (1 ½ x 3/16) a 304, 8 x 50,8 (12 x 2) e nos aços 1010 a 1020 e A36 (Tab. C-27, Bellei, 2ª ed.); c) Barras quadradas: são usadas como trilhos de pontes rolantes pequenas e são encontradas nas dimensões básicas (de 50,8mm a 152mm) nos aços 1010/1020 e A36 (Tab. C-28, Bellei, 2ª ed.). II) Chapas: são produtos laminados em que uma dimensão (a espessura) é muito menor que as outras duas (largura e comprimento) e se dividem em chapas finas e grossas: a) Chapas finas a frio: são produtos com espessura-padrão de 0,30mm a 2,65mm fornecidas nas larguras-padrão de 1100mm, 1200mm, 1500mm, e nos comprimentos-padrão de 2000mm, 2500mm e 3000mm, e também sob a forma de bobinas (usados nas construções como complementos, sejam esquadrias, dobradiças, portas, batentes);

Tipo do aço Denominação fy (MPa) fu (MPa) AçoBR - 190 baixa resistência 190 330 SAE - 1010MR - 250 media resistência 250 400 ASTM A36AR - 290 alta resistência 290 415 ASTM A572AR - 345 alta resistência 345 450 ASTM A572AR - COR alta resistência 345 485 SAC - 50

mecânica e COS - AR - CORcorrosão NIOCOR

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b) Chapas finas a quente: espessuras-padrão de 1,20mm a 5,00mm fornecidas nas larguras-padrão de 1000mm, 1200mm, 1500mm e 1800mm e nos comprimentos-padrão de 2000mm, 3000mm e 6000mm e em bobinas (usados em perfis de chapas dobradas, para construção em estruturas metálicas leves);

Obs.: MSG – U. S. Manufacture’s Standard Gauge c) Chapas grossas: espessuras-padrão de 6,3mm a 102mm fornecidas em diversas larguras-padrão de 1000mm a 3800mm e nos comprimentos-padrão de 6000mm e 12000mm (usados nas construções de estruturas metálicas, principalmente para a formação de perfis soldados para trabalhar como vigas, colunas, e estacas);

Espessura Peso Espessura Pesopadrão(mm) (kg / m²) padrão(mm) (kg / m²)

0.30 2.36 1.06 8.320.33 2.98 1.20 9.420.45 3.53 1.50 11.780.60 4.71 1.70 13.350.75 5.89 1.90 14.920.85 6.67 2.25 17.660.90 7.06 2.65 20.88

MSG Nº Espessura Pesopadrão (mm) kg / m²

# 18 1.2 9.4# 16 1.5 11.8# 14 2.0 15.7# 13 2.3 17.7# 12 2.7 20.8# 11 3,00 ( 1/8'' ) 23.6# 10 3.4 26.3# 9 3.8 29.4# 8 4.3 33.4# 7 4.5 35.3

3/16 " 4.8 37.35.0 39.2

Eepessura Espessura Peso Espessura Peso(pol) (mm) (kg / m²) (mm) (kg / m²)1/4" 6.3 49.46 37.5 294.385/16" 8.0 62.80 45.0 353.253/8" 9.5 74.58 50.0 392.501/2" 12.5 98.13 57.0 447.445/8" 16.0 125.60 63.0 494.553/4" 19.0 149.15 75.0 588.757/8" 22.4 175.84 102.0 800.701" 25.0 196.25

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d) Chapas zincadas: produtos com espessura-padrão de 0,25mm a 1,95mm, fornecidos nas larguras-padrão de 1000mm e nos comprimentos-padrão de 2000mm e 3000mm, e também em bobinas (usados como elementos complementares nas construções, sejam telhas para cobertura e tapamentos laterais, calhas, rufos, caixilhos, dutos de ar condicionado, divisórias, etc.) III) Perfis laminados: são produtos obtidos diretamente por meio da lâmina

Perfis laminados estruturais da série americana:

a) Tipo: perfil H (bf d) Dimensões: d = 152 mm Designação: H de 152 x 37,1; perfil H com d = 152 mm e peso = 37,1 kg / m (Tab. A6.1, W. Pfeil, 7ª ed.)

b) Tipo: perfil I

Dimensões: d = 76 a 305 mm Designação: I de 152 x 18,5; perfil I com d = 152 mm e peso = 18,5 kg / m (Tab. A6.2, W. Pfeil, 7ª ed.)

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c) Tipo: perfil U ou C

Dimensões: d = 76 a 381 mm Designação: U de 203 x 17,1; perfil U com d – 203 mm e peso = 17,1 kg / m (Tab. A6.3, W. Pfeil, 7ª ed.)

d) Tipo: cantoneira de abas desiguais Dimensões: a x b = 89 x 64 a 203 x 102 mm

t = 6 a 25 mm Designação: L de 102 x 76 x 7,9; cantoneira de abas desiguais com a = 102, b = 76 e t = 7,9mm (Tab. A6.5, W. Pfeil, 7ª ed.)

e) Tipo: cantoneira de abas iguais

Dimensões: a = 25 a 203 mm t = 3 a 25 mm

Designação: L de 50 x 6,3; cantoneira de abas iguais com a = 50 mm e t = 6,3 mm (Tab. A6.4, W. Pfeil, 7ª ed.)

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IV) Perfis soldados: dada a grande versatilidade de combinações de espessuras com alturas e larguras, os perfis soldados, compostos a partir de três chapas, são largamente empregadas nas estruturas metálicas. Série padronizada:

Série CS para colunas (com d/bf =1): (Tab. A8.1, W. Pfeil, 7ª ed.) Série CVS para colunas e vigas (com 1< d/bf < 1,5): (Tab. A8.2, W. Pfeil, 7ª ed.) Série VS para vigas (com 2< d/bf < 4): (Tab. A8.3, W. Pfeil, 7ª ed.)

Dimensões: CS de 250 a 650 CVSde 250 a 650

VS de 250 a 1500 Designação: VS d x PESO VS 900 x 124

Perfil soldado série viga com d = 900 e peso 124 kg / m

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V) Perfis em chapas dobradas: estes produtos estão sendo aplicados de forma crescente na execução de estruturas leves. a) Tipo: Perfil Canal Perfil C não enrigecido Perfil C enrigecido

Perfil C de h x b x t Perfil C de h x b x c x t b) Tipo: Perfil Z

Perfil Z não enrigecido Perfil Z enrigecido

Perfil Z de h x b x t Perfil Z de h x b x c x t (Tab. C-25, Bellei, 2ª ed.) (Tab. C-26, Bellei, 2ª ed.)

(Tab. C-23, Bellei, 2ª ed.) (Tab. C-24, Bellei, 2ª ed.)

Page 14: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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c) Tipo: Cantoneira Perfil L não enrigecido Perfil L enrigecido

Perfil L de h x a x t Perfil L de h x a x c x t (Tab. C-8, Bellei, 2ª ed.)

d) Tipo: Perfil Cartola

Perfil Cartola h x b x c x t

e) Tipo: Tubular

Perfil Tubular a x b x t

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VI) Tubos estruturais: existe grande variedade nas dimensões dos tubos encontrados no mercado (usados como elementos estruturais, principalmente na formação de treliças espaciais). a) Tipo: Retangular

Tubo: a x b x t (Tab. C-18, Bellei, 2ª ed.) b) Tipo: Quadrado

Tubo: a x a x t (Tab. C-17, Bellei, 2ª ed.) c) Tipo: Circular

Tubo: D x e

(Tab. C-16, Bellei, 2ª ed.)

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VII) Trilhos: são produtos laminados destinados a servir de apoio para rodas metálicas de pontes rolantes ou trens (ver Tabela A6.7 do Livro Estruturas de aço, Walter Pfeil, 7a. edição); VIII) Fios, cordoalhas e cabos: Os fios ou arames são obtidos por trefilação. Fabricam-se fios de aço doce e também de aço duro (aço de alto carbono). Os fios de aço duro são empregados em molas, cabos de protensão de estruturas etc. As cordoalhas são formadas por três ou sete fios arrumados em forma de hélice. Os cabos de aço são formados por fios trefilados finos, agrupados em arranjos helicoidais variáveis. A tabela abaixo fornece os limites de escoamento e ruptura dos aços estruturais mais usados:

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Tabelas da NBR-8800 Anexo A:

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Observações:

A-36: É o mais usado em estruturas metálicas (edifícios, pontes e estruturas em geral), podendo ser empregado como ligações rebitadas, parafusadas e soldadas;

A-570: Empregado na confecção de perfis de chapa dobrada, devido a sua ductibilidade; A-500: É usado na confecção de tubos redondos, quadrados ou retangulares; A-501: É usado também na fabricação de tubos redondos, quadrados ou retangulares e tem a

mesma resistência do A-36; A-441: É usado onde se requer um grau de resistência maior, podendo ser empregado em

qualquer tipo de estrutura com ligações soldadas, parafusadas ou rebitadas; A-572: É usado onde se requer um grau de resistência maior, podendo ser empregado em

qualquer tipo de estrutura com ligações soldadas, parafusadas ou rebitadas; A-242: É caracterizado por ter uma resistência à corrosão duas vezes a do aço-carbono,

podendo ser empregado com ligações parafusadas, rebitadas ou soldadas e em estruturas em geral; A-588: É empregado onde se requer uma redução de peso aliada a uma resistência maior à

corrosão atmosférica, que é 4 vezes a do aço carbono, principalmente em ligações soldadas, parafusadas ou rebitadas de pontes, viadutos e estruturas especiais, pois, devido a sua resistência à corrosão, pode dispensar a pintura, exceto em ambientes agressivos. 1.10 Vantagens e desvantagens das estruturas metálicas:

I) Principais vantagens: a) Maior resistência mecânica: O módulo de elasticidade do aço é aproximadamente igual a 10 (dez) vezes do concreto. Dessa forma, consegue-se com a estrutura metálica maiores vãos de vigamentos, colunas de menores dimensões e vigas com menor altura. b) Maior rapidez de execução: Sendo a estrutura metálica composta de peças pré-fabricadas, a montagem pode ser executada com grande rapidez. c) Canteiro de obra mais organizado: d) Facilidade de modificação: Uma obra executada em estrutura metálica, caso necessário, pode ser facilmente reforçado ou ampliada. e) Possibilidade de reaproveitamento: A estrutura metálica, principalmente quando as ligações são parafusadas, pode ser desmontada e reaproveitada.

II) Principais desvantagens: a) Custos mais elevados: As estruturas em concreto armado apresentam um custo global inferior ao do aço. b) Possibilidade de corrosão: Estima-se que 15% do custo total da estrutura são gastos com conservação, podendo chegar a 30% a proteção contra corrosão. e) Necessidade de mão-de-obra especializada.

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Propriedades Mecânicas dos Aços Usados em Parafusos e Barras Rosqueadas

(NBR 8800, Tabela 23)

Especificação fy (MPa)

fu (MPa)

Diâmetro Máximo (mm) Tipo de Material

Parafusos

ASTM A307 - 415 100 C ISO 898 classe 4, 6 235 390 36 C

ASTM A325 635 825 12,7 < d < 25,4 CT 560 725 25,4 < d < 38,1 ASTM A490 895 1.035 12,7 < d < 38,1 T

Barras Rosqueadas

ASTM A36 250 400 100 C ASTM A588 345 485 100 ARBL RC

Notas: (a) C: Aço carbono (b) T: Temperado (c) ARBL RC: Alta Resistência Mecânica, Baixa Liga, Resistente à Corrosão.

Perfis H

d × m d tF tw bF h A d/AF Ix Wx rx Iy Wy ry

mm × kg/m mm (pol) mm mm mm mm cm2 1/cm cm4 cm3 cm cm4 cm3 cm

102 × 20,5 101,6 (4”) 9,2 7,95 101,6 92,4 26,1 1,09 449 88,4 4,15 146,1 28,8 2,38

127 × 28,0 127,0 (5”) 10,4 7,95 127,0 116,6 35,6 0,962 997 156,9 5,29 321 50,6 3,01

152 × 37,1 152 × 40,9

152,4 (6”)

12,0 11,8

7,95 11,13

150,8 154,0

140,4 140,6

47,3 52,1

0,842 0,839

1.958 2.050

257 269

6,43 6,27

621 664

81,5 87,1

3,63 3,57

h

bF

d

y

y

x x

tF

tF

tw

Page 21: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Perfis I

d × m d h, c, tF

tw bF A d/AF Ix Wx rx Iy Wy ry Zx Zy

mm × kg/m mm (pol) mm mm mm cm2 1/cm cm4 cm3 cm cm4 cm3 cm cm3 cm3

76 × 8,5 76 × 9,7

76 × 11,2

76,2 (3”)

63,0 14,3 6,6

4,32 6,38 8,86

59,2 61,2 63,7

10,8 12,3 14,2

1,95 1,89 1,81

105,1 112,6 121,8

27,6 29,6 32,0

3,12 3,02 2,93

18,9 21,3 24,4

6,41 6,95 7,67

1,33 1,31 1,31

32,0

38,7

10,7

13,5 102 × 11,4 102 × 12,7 102 × 14,1 102 × 15,6

101,6 (4”)

86,8 15,9 7,4

4,83 6,43 8,28

10,20

67,6 69,2 71,0 72,9

14,5 16,1 18,0 19,9

2,02 1,98 1,93 1,88

252 266 283 299

49,7 52,4 55,6 58,9

4,17 4,06 3,96 3,87

31,7 34,3 37,6 41,2

9,37 9,91 10,6 11,3

1,48 1,46 1,45 1,44

127 × 14,8 127 × 18,2 127 × 22,0

127,0 (5”)

110,4 17,5 8,3

5,33 8,81 12,5

76,2 79,7 83,4

18,8 23,2 28,0

2,01 1,92 1,84

511 570 634

80,4 89,8 99,8

5,21 4,95 4,76

50,2 58,6 69,1

13,2 14,7 16,6

1,63 1,59 1,57

92,9

122

22,5

30,8 152 × 18,5 152 × 22,0 152 × 25,7

152,4 (6”)

134,2 19,1 9,1

5,84 8,71

11,80

84,6 87,5 90,6

23,6 28,0 32,7

1,98 1,91 1,85

919 1.003 1.095

120,6 131,7 143,7

6,24 5,99 5,79

75,7 84,9 96,2

17,9 19,4 21,2

1,79 1,74 1,72

139

174

30,2

38,7 203 × 27,3 203 × 30,5 203 × 34,3 203 × 38,0

203,2 (8”)

181,6 22,2 10,8

6,86 8,86

11,20 13,50

101,6 103,6 105,9 108,3

34,8 38,9 43,7 48,3

1,85 1,82 1,78 1,74

2.400 2.540 2.700 2.860

236 250 266 282

8,30 8,08 7,86 7,69

155,1 165,9 179,4 194,0

30,5 32,0 33,9 35,8

2,11 2,07 2,03 2,00

270

316

51,8

60,3

254 × 37,7 254 × 44,7 254 × 52,1 254 × 59,6

254,0 (10”)

229,0 25,4 12,5

7,87 11,40 15,10 18,80

118,4 121,8 125,6 129,3

48,1 56,9 66,4 75,9

1,72 1,67 1,62 1,57

5.140 5.610 6.120 6.630

405 442 482 522

10,30 9,93 9,60 9,35

282 312 348 389

47,7 51,3 55,4 60,1

2,42 2,34 2,29 2,26

465

580

81,3

102,0

305 × 60,6 305 × 67,0 305 × 74,4 305 × 81,9

304,8 (12”)

271,4 33,3 16,7

11,7 14,4 17,4 20,6

133,4 136,0 139,1 142,2

77,3 85,4 94,8

104,3

1,37 1,34 1,31 1,28

11.330 11.960 12.690 13.430

743 785 833 881

12,1 11,8 11,6 11,3

563 603 654 709

84,5 88,7 94,0 99,7

2,70 2,66 2,63 2,61

870

1.003

145

169

381 × 63,3 381 × 66,5 381 × 73,9 381 × 81,9

381,0 (15”)

349,4 31,7 15,8

10,4 11,5 14,0 16,5

139,7 140,8 143,3 145,7

80,6 84,7 94,2

103,6

1,73 1,71 1,69 1,66

18.580 19.070 20.220 21.370

975 1.001 1.061 1.122

15,2 15,0 14,7 14,4

598 614 653 696

85,7 87,3 91,2 95,5

2,73 2,70 2,63 2,59

457 × 81,4 457 × 89,3 457 × 96,8 457× 104,3

457,2 (18”)

422,0 34,9 17,6

11,7 13,9 16,0 18,1

152,4 154,6 156,7 158,8

103,7 113,8 123,3 132,8

1,71 1,68 1,66 1,63

33.460 35.220 36.880 38.540

1.464 1.541 1.613 1.686

18,0 17,6 17,3 17,0

867 912 957

1.004

113,7 117,9 122,1 126,5

2,89 2,83 2,79 2,75

1.721

2.048

198

236 508× 121,2 508× 126,6 508× 134,0 508× 141,5 508× 148,9

508,0 (20”)

461,4 44,4 23,3

15,2 16,6 18,4 20,3 22,2

177,8 179,1 181,0 182,9 184,7

154,4 161,3 170,7 180,3 189,7

1,23 1,22 1,20 1,19 1,18

61.640 63.110 65.140 67.190 69.220

2.430 2.480 2.560 2.650 2.730

20,0 19,8 19,5 19,3 19,1

1.872 1.922 1.993 2.070 2.140

211 215 220 226 232

3,48 3,45 3,42 3,39 3,36

2.933

3.179

374

405

h

bF

d

y

y

x x

tF

tF

tw

c

Page 22: Notas de Aula Estruturas Metalicas

22

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Perfis U

d × m d h, c, tF

tw b A h/AF Ix Wx rx Iy Wy ry xg

mm × kg/m mm (pol) mm mm mm cm2 1/cm cm4 cm3 cm cm4 cm3 cm cm

76 × 6,1 76 × 7,4 76 × 8,9

76,2 (3”)

62,4 15,9 6,9

4,32 6,55 9,04

35,8 38,0 40,5

7,78 9,48

11,40

3,06 2,89 2,71

68,9 77,2 86,3

18,1 20,3 22,7

2,98 2,85 2,75

8,20 10,30 12,70

3,32 3,82 4,39

1,03 1,04 1,06

1,11 1,11 1,16

102 × 8,0 102 × 9,3

102 × 10,8

101,6 (4”)

86,6 15,9 7,5

4,57 6,27 8,13

40,1 41,8 4,37

10,1 11,9 13,7

3,37 3,24 3,10

159,5 174,4 190,6

31,4 34,3 37,5

3,97 3,84 3,73

13,1 15,5 18,0

4,61 5,10 5,61

1,14 1,14 1,15

1,16 1,15 1,17

152 × 12,2 152 × 15,6 152 × 19,4 152 × 23,1

152,4 (6”)

135,0 19,1 8,7

5,08 7,98 11,10 14,20

48,8 51,7 54,8 57,9

15,5 19,9 24,7 29,4

3,59 3,39 3,19 3,03

546 632 724 815

71,7 82,9 95,0 107,0

5,94 5,63 5,42 5,27

28,8 36,0 43,9 52,4

8,06 9,24

10,50 11,90

1,36 1,34 1,33 1,33

1,30 1,27 1,31 1,38

203 × 17,1 203 × 20,5 203 × 24,2 203 × 27,9 203 × 31,6

203,2 (8”)

183,4 20,6 9,9

5,59 7,70 10,00 12,40 14,70

57,4 59,5 61,8 64,2 66,5

21,8 26,1 30,8 35,6 40,3

3,57 3,44 3,32 3,20 3,09

1.356 1.503 1.667 1.830 1.990

133,4 147,9 164,0 180,1 196,2

7,89 7,60 7,35 7,17 7,03

54,9 63,6 72,9 82,5 92,6

12,8 14,0 15,3 16,6 17,9

1,59 1,56 1,54 1,52 1,52

1,45 1,41 1,40 1,44 1,49

254 × 22,7 254 × 29,8 254 × 37,2 254 × 44,7 254 × 52,1

254,0 (10”)

231,8 23,8 11,1

6,10 9,63 13,40 17,10 20,80

66,0 69,6 73,3 77,0 80,8

29,0 37,9 47,4 56,9 66,4

3,47 3,30 3,13 2,98 2,83

2.800 3.290 3.800 4.310 4.820

221 259 299 339 379

9,84 9,31 8,95 8,70 8,52

95,1 117,0 139,7 164,2 191,7

19,0 21,6 24,3 27,1 30,4

1,81 1,76 1,72 1,70 1,70

1,61 1,54 1,57 1,65 1,76

305 × 30,7 305 × 37,2 305 × 44,7 305 × 52,1 305 × 59,6

304,8 (12”)

279,4 27,0 12,7

7,11 9,83 13,00 16,10 19,20

74,7 77,4 80,5 83,6 86,7

39,1 47,4 56,9 66,4 75,9

3,21 3,02 2,98 2,87 2,77

5.370 6.010 6.750 7.480 8.210

352 394 443 491 539

11,7 11,3 10,9 10,6 10,4

161,1 186,1 214,0 242,0 273,0

28,3 30,9 33,7 36,7 39,8

2,03 1,98 1,94 1,91 1,90

1,77 1,71 1,71 1,76 1,83

381 × 50,4 381 × 52,1 381 × 59,5 381 × 67,0 381 × 74,4 381 × 81,9

381,0 (15”)

348,0 33,3 16,5

10,2 10,7 13,2 15,7 18,2 20,7

86,4 86,9 89,4 91,9 94,4 96,9

64,2 66,4 75,8 85,3 94,8

104,3

2,67 2,66 2,58 2,51 2,45 2,38

13.100 13.360 14.510 15.650 16.800 17.950

688 701 762 822 882 942

14,3 14,2 13,8 13,5 13,3 13,1

338 347 387 421 460 498

51,0 51,8 55,2 58,5 62,0 66,5

2,30 2,29 2,25 2,22 2,20 2,18

2,00 1,99 1,98 1,99 2,03 2,21

tF

tF

h

bF

d

y

y

x x

tw

xg

c

Page 23: Notas de Aula Estruturas Metalicas

23

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Cantoneiras de Abas Iguais de 64 a 203 mm

d × m d t c A Ix=Iy Wx=Wy rx=ry rMín rMáx xg=yg

mm × kg/m mm (pol) mm mm cm2 cm4 cm3 cm cm cm cm

64 × 6,1 64 × 7,4 64 × 8,8

63,5 (2 ½ ”)

6,3 7,9 9,5

12,7 14,3 15,9

7,68 9,48

11,16

29,1 35,4 40,8

6,4 7,8 9,1

1,95 1,93 1,91

1,24 1,24 1,22

2,45 2,43 2,41

1,83 1,88 1,93

76 × 9,1 76 × 10,7 76 × 12,4 76 × 14,0

76,2 (3”)

7,9 9,5 11,1 12,7

15,9 17,5 19,1 20,6

11,48 13,61 15,68 17,74

62,4 74,9 83,3 91,6

11,6 14,0 15,7 17,5

2,33 2,35 2,30 2,27

1,50 1,47 1,47 1,47

2,94 2,92 2,91 2,86

2,21 2,26 2,31 2,36

102 × 12,2 102 × 15,6 102 × 19,4 102 × 23,1

101,6 (4”)

7,9 9,5 12,7 15,9

18,0 19,1 22,2 25,4

15,50 18,45 24,19 29,74

154,0 183,1 233,1 278,9

21,0 25,1 32,4 39,4

3,15 3,15 3,10 3,06

2,00 2,00 1,98 1,96

3,98 3,96 3,91 3,86

2,84 2,90 3,00 3,12

127 × 18,3 127 × 24,1 127 × 29,8 127 × 35,1

127,0 (5”)

9,5 12,7 15,9 19,0

22,0 25,4 28,6 31,7

23,30 30,65 37,81 44,77

362,0 470,3 566,1 653,5

39,0 51,9 63,3 73,9

3,94 3,92 3,87 3,82

2,51 2,49 2,46 2,46

4,98 4,95 4,89 4,82

3,53 3,63 3,76 3,86

152 × 22,2 152 × 25,6 152 × 29,2 152 × 32,6 152 × 36,0 152 × 39,4 152 × 42,7 152 × 46,1 152 × 49,3

152,4 (6”)

9,5 11,1 12,7 14,3 15,9 17,3 19,0 20,6 22,2

22,2 23,8 25,4 27,0 28,6

31,7

34,9

28,13 32,65 37,10 41,48 45,87 50,19 54,45 58,65 62,77

641,0 736,7 828,3 919,9

1.007,3 1.090,5 1.173,8 1.252,9 1.327,8

58,1 67,1 75,8 84,7 93,2 101,4 109,9 117,9 125,5

4,77 4,75 4,73 4,71 4,69 4,66 4,64 4,82 4,60

3,02 3,02 3,00 3,00 2,97 2,97 2,97 2,97 2,97

6,05 6,02 5,97 5,95 5,94 5,90 5,84 5,81 5,80

4,17 4,22 4,27 4,34 4,39 4,45 4,52 4,57 4,62

203 × 39,3 203 × 44,1 203 × 48,7 203 × 53,3 203 × 57,9 203 × 62,5 203 × 67,0 203 × 71,6 203 × 75,9

203,2 (8”)

12,7 14,3 15,9 17,3 19,0 20,6 22,2 23,8 25,4

28,6 30,2 31,7

34,9

38,1

41,3

50,00 56,00 62,00 67,94 73,81 79,61 85,35 91,10 96,77

2.022,9 2.251,8 2.472,4 2.688,8 2.901,1 2.909,2 3.313,2 3.508,8 3.704,4

137,2 153,3 168,9 184,4 199,9 215,0 229,9 244,3 259,4

6,36 6,34 6,31 6,29 6,27 6,25 6,23 6,21 6,19

4,01 4,01 4,01 4,01 3,99 3,99 3,96 3,96 3,96

8,05 8,02 7,97 7,95 7,92 7,89 7,86 7,84 7,82

5,56 5,61 5,66 5,72 5,79 5,84 5,89 5,94 6,02

xg

t

x x

y

y

z

z

yg

d

Page 24: Notas de Aula Estruturas Metalicas

24

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Cantoneiras de Abas Iguais de 16 a 51 mm

d × m d t c A Ix=Iy Wx=Wy rx=ry rMín rMáx mm × kg/m

mm (pol) mm mm cm2 cm4 cm3 cm cm cm

16 × 0,71

15,9 (5/8”) 3,2 0,96 0,20 0,18 0,45 0,56 0,30 0,51

19 × 0,88 19,0 (3/4”) 3,2 1,16 0,37 0,28 0,58 0,73 0,38 0,58

22 × 1,04 22 × 1,19

22,2 (7/8”)

3,2 3,5

1,35 1,48

0,58 0,83

0,37 0,49

0,66 0,76

0,80 0,96

0,48 0,51

0,66 0,76

25 × 1,73 25 × 2,21

25,4 (1”)

2,19 2,83

1,73 2,21

1,24 1,66

0,65 0,98

0,76 0,73

0,95 0,91

0,48 0,48

0,81 0,86

38 × 1,83 38 × 2,68 38 × 3,48 38 × 4,26

38,1 (1½”)

3,2 4,8 6,3 7,9

2,32 3,42 4,45 5,42

3,32 4,57 5,82 6,65

1,14 1,63 2,13 4,53

1,19 1,16 1,14 1,11

1,50 1,47 1,44 1,39

0,76 0,73 0, 73 0, 73

1,06 1,11 1,19 1,24

44 × 2,14 44 × 3,15 44 × 4,12 44 × 5,05 44 × 5,94

44,4 (1 ¾”)

3,2 4,8 6,3 7,9 9,5

2,70 3,99 5,22 6,45 7,61

5,41 7,49 9,57 11,23 12,90

1,63 2,29 3,11 3,77 4,26

1,39 1,37 1,34 1,32 1,29

1,76 1,73 1,69 1,66 1,61

0,88 0,88 0,86 0,86 0,86

1,21 1,29 1,34 1,39 1,45

51 × 2,46 51 × 3,63 51 × 4,76 51 × 5,83 51 × 6,99

50,8 (2”)

3,2 4,8 6,3 7,9 9,5

3,09 4,58 6,06 7,41 8,77

7,90 11,23 14,56 17,48 19,97

2,13 3,11 4,09 4,91 5,73

1,60 1,57 1,54 1,52 1,49

2,03 1,99 1,94 1,91 1,86

1,01 0,99 0,99 0,99 0,99

1,39 1,44 1,49 1,54 1,62

xg

t

x x

y

y

z

z

yg

d

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1.11 Segurança e Filosofias de Projeto: O projeto estrutural deve prever a possibilidade de um excesso de carga (solicitação) e também uma possibilidade de uma redução da resistência, ou seja, para uma segurança estrutural adequada, devem ser feitas provisões para ambos os efeitos: um excesso de carga e uma menor resistência. Estudos têm sido feitos para examinar as chances de ruína (prefere-se o termo estado limite) ocorrer num elemento, ligação ou sistema por vários métodos probabilísticos. Os estados limites são divididos em duas categorias: resistência e utilização. Estados Limites Últimos (ELU) são fenômenos comportamentais como resistência dúctil, máxima flambagem, fadiga, fratura, torção e deslizamento. Estados Limites de Serviço (ELS) são aqueles ligados com a ocupação de uma edificação, tais como deformações, vibrações e trinca. A simplificação atual para um método obter a base probabilística da segurança estrutural assume que a solicitação S e a resistência R são variáveis aleatórias. A distribuição de frequência típica para essas variáveis aleatórias é mostrada na figura a seguir: 1.11.1 Condições usuais relativas aos estados-limites últimos: Quando a segurança é verificada isoladamente em relação a cada um dos esforços atuantes, as condições de segurança tomam a seguinte forma simplificada: Rd ≥ Sd onde: Rd representa os valores de cálculo dos correspondentes esforços resistentes (em alguns casos específicos, das tensões resistentes), conforme o tipo de situação; Sd representa os valores de cálculo dos esforços atuantes (em alguns casos específicos, das tensões atuantes), obtidos com base nas combinações últimas de ações.

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1.11.2 Condições usuais relativas aos estados-limites de serviço: As condições usuais referentes aos estados-limites de serviço são expressas por desigualdades do tipo: Sser ≤ Slim 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, fornecidos no anexo C da NBR 8800. 1.11.3 Filosofias de projeto:

I) Projetos pelos estados limites: Referenciado pelo AISC como projeto pelos fatores de carga e de resistência ou LRFD (Load & Resistance Factor Design);

II) Projeto pelas resistências admissíveis: Referenciado pelo AISC como projeto pelas resistências admissíveis ou ASD (Alowable Strength Design).

1.11.3.1 Projeto pelos Estados Limites: Utiliza a seguinte expressão para a verificação da segurança estrutural: Rd ≥ Sd onde:

m

ud

RR

são os esforços resistentes de cálculo, obtidos dividindo-se as resistências últimas pelo

respectivo coeficiente de ponderação γm que leva em conta as incertezas das resistências (fator de resistência).

SS fd . são os esforços atuantes de cálculo, obtidos multiplicando-se cada tipo de esforço que compõe a combinação pelo respectivos coeficientes de ponderação γf que leva em conta as incertezas das solicitações (fatores de carga) Para uma solicitação isolada a expressão geral da segurança estrutural pode ser escrita como:

SRf

m

u .

Como as ações podem atuar juntas a expressão geral da segurança estrutural para uma combinação de ações será:

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m

iifi

m

u SR1

.

1.11.3.1.1 Ações: G - permanentes, Q - variáveis e E - excepcionais Classificam-se em permanentes diretas, permanentes indiretas, variáveis e excepcionais:

- Ações permanentes diretas: Peso próprio da estrutura; Pesos próprios dos elementos construtivos fixos; Peso próprio das instalações permanentes; Empuxos permanentes causados por movimentação de terra e de outros materiais granulosos.

- Ações permanentes indiretas: Deformações impostas; Retração; Fluência do concreto; Deslocamentos de apoio; Imperfeições geométricas.

- Ações variáveis: são causadas pelo uso e ocupação da edificação Sobrecargas em pisos e coberturas; Sobrecargas de equipamentos; Sobrecargas de divisórias móveis; Pressões hidostáticas e hidrodinâmicas; Ação do vento; Variação de temperatura da estrutura.

- Ações excepcionais: são de duração extremamente curta e de probabilidade muito baixa de ocorrência

Explosões; Choques de veículos; Incêndios; Enchentes; Sismos. 1.11.3.1.2 Coeficientes de ponderação das ações: 321 .. ffff onde: γf1 é a parcela que considera a variabilidade das ações; γf2 é a parcela que considera a simultaneidade de atuação das ações; γf3 é a parcela que considera os possíveis erros de avaliação dos efeitos das ações e de valor ≥1,10.

Page 28: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Para verificações dos estados-limite últimos o produto γf1.γf3 = γg ou γq é dado na Tabela 1 a seguir:

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e o coeficiente γf2 = ψ0 (fator de combinação) é dado na Tabela 2 a seguir: 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 , dados na Tabela 2 anterior, para obtenção dos valores frequentes e quase permanentes das ações variáveis respectivamente. 1.11.3.1.3 Combinações últimas: São classificadas em normal, especial, de construção e excepcional. - Combinações últimas normais: Decorrem do uso previsto para a edificação e devem ser consideradas tantas combinações de ações quantas forem necessárias.

m

i

n

jkQjjqjkQqkGigid FFFS

1 2,0,11, )..(.).(

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- Combinações últimas especiais: Decorrem da atuação de ações variáveis de natureza ou de intensidade especial, cujos efeitos superam em intensidade os efeitos normais e são transitórias com duração muito pequena em relação ao período de vida útil da estrutura. A cada carregamento especial corresponde uma única combinação.

m

i

n

jkQjefjqjkQqkGigid FFFS

1 2,,0,11, )..(.).(

- Combinações últimas de construção: Decorrem de estados limites últimos já durante a fase de construção sendo transitória e de duração definida em cada caso particular. Devem ser consideradas tantas combinações de ações quantas sejam necessárias.

m

i

n

jkQjefjqjkQqkGigid FFFS

1 2,,0,11, )..(.).(

- Combinações últimas excepcionais: Decorrem da atuação de ações que podem provocar efeitos catastróficos sendo transitória com duração extremamente curta. A cada carregamento excepcional corresponde uma única combinação última.

m

i

n

jkQjefjqjexcQkGigid FFFS

1 2,,0,, )..().(

onde: Sd é a solicitação combinada de projeto; FGi,k representa os valores característicos das ações permanentes; FQ1,k é o valor característico da ação variável considerada como principal para a combinação, ação varável especial ou ação variável de construção; FQj,k representa os valores característicos das ações variáveis que podem atuar concomitantemente com a ação variável principal; FQ,exc é o valor da ação transitória excepcional; γg é o coeficiente de ponderação para as cargas permanentes; γq1 é o coeficiente de ponderação para a carga variável principal; γqj é o coeficiente de ponderação para as demais cargas variáveis; ψ0j é o fator de combinação das ações variáveis; ψ0j,ef representa os fatores de combinação efetivos de cada uma das ações variáveis que podem atuar concomitantemente com a ação variável principal e são iguais aos fatores ψ0j das combinações normais, salvo quando a ação variável principal tiver um tempo de atuação muito pequeno, caso em que ψ0j,ef podem ser tomados como os correspondentes fatores de redução ψ2j. 1.11.3.1.4 Combinações de serviço: São classificadas de acordo com sua permanência na estrutura em quase permanentes, frequentes e raras. - Combinações quase permanente de serviço: São aquelas que podem atuar durante grande parte da vida da estrutura, aproximadamente a metade, e são utilizadas para a aparência da construção e efeitos de longa duração.

Page 31: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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m

i

n

jkQjjkGiser FFS

1 1,2, ).(

Todas as ações variáveis são consideradas com seus valores quase permanentes ψ2 FQ,k. - Combinações frequentes: São aquelas que se repetem muitas vezes durante a vida da estrutura, da ordem de 105 vezes em 50 anos, ou que tenham duração total igual a uma parte não desprezível desse período, da ordem de 5%. São utilizadas para os estados limites reversíveis, isto é, que não causam danos permanentes à estrutura ou outros componentes da construção, incluindo os relacionados ao conforto dos usuários e ao funcionamento de equipamentos, tais como vibrações excessivas, movimentos laterais excessivos que comprometem a vedação, empoçamentos em coberturas e aberturas de fissuras.

m

i

n

jkQjjkQkGiser FFFS

1 2,2,11, ).(.

A ação variável principal FQ1 é tomada com seu valor frequente ψ1 FQ1,k e todas as demais ações variáveis são tomadas com seus valores quase permanentes ψ2 FQ,k. - Combinações raras: São aquelas que podem atuar no máximo em algumas horas durante a vida da estrutura e são utilizadas para os estados limites irreversíveis, isto é, que causam danos permanentes à estrutura ou outros componentes da construção, e para aqueles relacionados ao funcionamento adequado da estrutura, tais como formação de fissuras e danos aos fechamentos.

m

i

n

jkQjjkQkGiser FFFS

1 2,1,1, ).(

Nas combinações raras, a ação variável principal FQ1 é tomada com seu valor característico FQ1,k e todas as demais ações variáveis são tomadas com seus valores frequentes ψ1 FQ,k. 1.11.3.1.5 Coeficientes de ponderação da resistência 321 .. mmmm onde: γm1 é a parcela que considera a variabilidade da resistência dos materiais; γm2 é a parcela que considera a diferença entre a resistência do material no corpo-de-prova e na estrutura; γm3 é a parcela que considera os desvios gerados na construção e as aproximações feitas em projeto do ponto de vista da resistência. Os valores dos coeficientes γm de ponderação das resistências no estado-limite último do aço estrutural, do concreto e do aços das armaduras, representados respectivamente por γa, γc e γs são dados na Tabela 3 a seguir:

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O coeficiente de ponderação das resistências nos estados-limites de serviço não necessitam de minoração, portanto, γm = 1,0. 1.11.3.2 Projeto pelas Resistências Admissíveis: O AISC substituiu as tensões pelas resistências para uma comparação mais fácil com o LRDF e passou a ser Alowable Strength Design. A equação geral da segurança estrutural é simplificada pela consideração de um único coeficiente de ponderação das ações γf que multiplica a soma das cargas de serviço ΣSi que pode ser (carga permanente CP + carga acidental CA + carga de vento CV + ...).

Expressão geral da segurança estrutural do LRFD:

m

iifi

m

SR1

.

Expressão geral da segurança estrutural do ASD:

m

iif

m

SR1

.

ou

m

ii

fm

SR1.

Fazendo γm.γf = FS (fator de segurança), e considerando os coeficientes da NBR 8800: γm =1,10 – coeficiente de ponderação das resistências (escoamento, flambagem ou instabilidade. γf =1,4 – coeficiente de ponderação das ações (para todas as ações permanentes e variáveis agrupadas e carga acidental ≤ 5 kN/m2).

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Teremos: FS = 1,10 x 1,40 = 1,54 ( o AISC adota 1,50)

Portanto, a equação de estabilidade do ASD para o elemento aço será:

m

iiSR

154,1

Esta equação do ASD, considerando as restrições acima, atende aos requisitos da ABNT, NBR 8800 e poderá ser empregada para um pré-dimensionamento rápido ou ainda quando só temos a carga total e não se conhece todas as suas parcelas, sendo muito mais adequado do que tentar estimar uma mistura de cargas para aplicar o LRDF. 1.11.3.3 Deslocamentos máximos: O responsável técnico pelo projeto deve decidir quais combinações de serviço devem ser usadas, conforme o elemento estrutural considerado, as funções previstas para a estrutura, as características dos materiais de acabamento vinculados e a sequência de construção. Os valores máximos para os deslocamentos verticais (flechas) e horizontais são dados na Tabela C.1 da NBR 8800. No caso dos deslocamentos verticais, os valores têm como referência uma viga simplesmente apoiada, mostrada na Figura C.1 a seguir, na qual: δ0 é a contraflecha da viga: δ1 é o deslocamento devido às ações permanentes, sem efeitos de longa duração; δ2 é o deslocamento devido aos efeitos de longa duração das cargas permanentes (se houver); δ3 é o deslocamento devido às ações variáveis; δmax é o deslocamento máximo da viga no estágio final de carregamento; δtot = δ1+δ2+δ3. No cálculo dos deslocamentos verticais a serem comparados com os valores máximos, pode-se deduzir o valor da contraflecha da viga até o limite do valor da flecha proveniente das ações permanentes (δ1 da Figura C.1).

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1.12 Exemplos: Exemplo 1 (combinação de ações): Determinar a solicitação de projeto para viga metálica de edifício sujeita aos seguintes momentos fletores: Peso próprio da estrutura (PP): 10 kN·m Uso da estrutura (Uso): 30 kN·m Como só existe uma carga variável (uso da estrutura), Sd = 1,25 PP + 1,5 Uso Sd = 1,25 10 + 1,5 30 Sd = 57,5 kN·m Exemplo 2 (combinação de ações): Determinar a solicitação de projeto para viga metálica de edifício comercial sujeita aos seguintes momentos fletores: Peso próprio da estrutura (PP1): 10 kN·m Peso próprio dos outros componentes (PP2): 50 kN·m Ocupação (uso) da estrutura (Ocup): 30 kN·m Vento (Vnt): 20 kN·m Carga base: Ocupação Sd = 1,25 PP1 + 1,5 PP2 + 1,5 Ocup + 1,4 (0,6 Vnt) Sd = 1,25 10 + 1,5 50 + 1,5 30 + 1,4 (0,6 20) Sd = 149,3 kN·m Carga base: Vento

Sd = 1,25PP1 + 1,5 PP2 + 1,4 Vnt + 1,5 (0,7 Ocup) Sd = 1,25 10 + 1,5 50 + 1,4 20 + 1,5 (0,7 30)

Sd = 147,0 kN·m Que solicitação de projeto Sd escolher? Sd = 149,3 kN·m Exemplo 3 (combinação de ações): Determinar a solicitação de projeto para diagonal de treliça metálica de telhado metálico sujeita aos seguintes esforços normais: Peso próprio da treliça e telhado (PP): 1,0 kN Vento sobrepressão (VntSPr): 1,5 kN Vento sucção (VntSuc): 3,0 kN Sobrecarga acidental (SC): 0,5 kN Carga base: Vento sobrepressão (VntSPr)

Sd = 1,25 PP + 1,4 VntSPr + 1,5 (0,8 SC) Sd = 1,25 1,0 + 1,4 1,5 + 1,5 (0,8 0,5)

Sd = 3,95 kN Carga base: Vento sucção (VntSuc) Sd = 1,0 PP + 1,4 VntSuc (por quê g = 1,0?) Sd = 1,0 1,0 + 1,4 (3,0) Sd = 3,20 kN

Obs. Carga variável favorável não entra!

Page 36: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Carga base: Sobrecarga acidental (SC) Sd = 1,25 PP + 1,5 SC + 1,4 (0,6 VntSPr)

Sd = 1,25 1,0 + 1,5 0,5 + 1,4 (0,6 1,5) Sd = 3,26 kN Que solicitação de projeto Sd escolher? Sd = 3,95 kN (tração) Sd = -3,20 kN (compressão) Exemplo 4 (combinação de ações): Determinar a solicitação de projeto para viga metálica de edifício comercial sujeita aos seguintes momentos fletores:

Peso próprio da estrutura (PP1): 10 kN·m Peso próprio dos outros componentes (PP2): 50 kN·m Ocupação (uso) da estrutura (Ocup): 60 kN·m Vento (Vnt): 20 kN·m Sobrecarga acidental (SC): 10 kN·m Carga base: Ocupação Sd = 1,25 PP1 + 1,5 PP2 + 1,5 Ocup + 1,4 (0,6 Vnt) + 1,5 (0,7 SC) Sd = 1,25 10 + 1,5 50 + 1,5 60 + 1,4 (0,6 20) + 1,5 (0,7 10) Sd = 204,8 kN·m Por quê é desnecessário neste caso calcular as solicitações de projeto correspondentes às outras cargas base? Porque o momento de 60 kNm é muito maior do que os outros dois: 20 kNm e 10 kNm. Exemplo 5 (combinação de ações): Calcule a solicitação de projeto para uma viga estrutural metálica de uma oficina sujeita aos seguintes esforços:

Peso próprio da estrutura metálica (PP): 10 kN.m Carga de utilização (Util): 20 kN.m Carga de vento (Vnt): 25 kN.m Carga excepcional (E): 15 kN.m

Carga base: Utilização Sd = 1,25 PP + 1,5 Util + 1,4 (0,6 Vnt) Sd = 1,25 10 + 1,5 20 + 1,4 (0,6 25) Sd = 63,5 kN·m Carga base: Vento Sd = 1,25 PP + 1,4 Vnt + 1,5 (0,8 Util) Sd = 1,25 10 + 1,4 25 + 1,5 (08 20) Sd = 71,5 kN·m Carga base: Excepcional Sd = 1,1 PP + E + 1,0 (0,8 Util) + 1,0 (0,6 Vnt) Sd = 1,1 10 + 15 + 1,0 (0,8 20) + 1,0 (0,6 25) Sd = 57,0 kN·m

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Observe que: (a) A carga excepcional não entrou nas duas primeiras combinações. (b) Os fatores foram retirados da linha da tabela dos coeficientes de ponderação de solicitações excepcionais. Que solicitação de projeto Sd escolher? Sd = 71,5 kN·m Exemplo 6 (deformação de terça de telhado): Uma terça de telhado de um edifício industrial, feita de um perfil U 8” 17,1 kg/m, de 6,00 m de comprimento, está submetida a uma sobrecarga acidental uniforme de 75 kgf/m. Verifique se ela atende às condições da NBR 8800.

De acordo com o Anexo C da NBR 8800 (v. pág. 29), a flecha máxima admissível deve ser de 1/180 do vão (para combinações raras de serviço):

adm = 180600 = 3,33 cm

A flecha de uma viga bi-apoiada sujeita a um carregamento uniforme é dada por

= EI

qL3845 4

q = (17,1 + 75) kgf/m = 92,1 kgf/m = 92,1/100 kgf/cm (por que?) L = 6 m = 600 cm

E = 2.100.000 kgf/cm2 I = 1.356 cm4

=

356.1100000.2384

)600(100

1,925 4

= 0,55 cm < 3,33 cm

Como a flecha é inferior ao valor máximo admissível, o perfil U 8” 17,1 kg/m atende à NBR 8800. Exemplo 7 (deformação de coluna): Uma coluna de um galpão industrial, feita de um perfil I 15” 63,3 kg/m, de 8 m de altura, está submetida a uma carga de vento uniforme de 300 kgf/m. Verifique se ela atende às condições da NBR 8800. Considere a coluna engastada na base e livre no topo.

De acordo com o Anexo C da NBR 8800, a flecha máxima admissível deve ser de 1/300 da altura.

adm = 300800 = 2,67 cm

A flecha de uma coluna engastada na base sujeita a um carregamento uniforme é dada por

EIqL8

4

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q = 300 kgf/m = 300/100 kgf/cm (por que?) L = 8 m = 800 cm

E = 2.100.000 kgf/cm2

I = 18.580 cm4

580.18100000.28

)800(100300 4

= 3,95 cm > 2,67 cm Como a flecha é superior ao valor máximo admissível, o perfil I 15” 63,3 kg/m não atende à NBR 8800.

1ª. Lista de Exercícios

1. Calcule a solicitação de projeto para uma peça de treliça de telhado sujeita aos seguintes carregamentos:

Peso próprio da estrutura metálica: 6,1 tf Peso próprio dos outros componentes da estrutura: 8,1 tf Sobrecarga acidental: 4,3 tf Carga de vento sobrepressão: 6,9 tf

2. Calcule a solicitação de projeto para uma diagonal de treliça de telhado sujeita aos seguintes carregamentos:

Peso próprio da estrutura metálica: 3,3 tf (Tração) Peso próprio dos outros componentes da estrutura: 2,7 tf (Tração) Sobrecarga acidental: 4,6 tf (Tração) Carga de vento sobrepressão: 2,5 tf (Tração) Carga de vento sucção: 7,5 tf (Compressão)

3. Calcule a solicitação de projeto para uma viga estrutural de uma biblioteca sujeita aos seguintes esforços:

Peso próprio da estrutura metálica: 11 kN.m Peso próprio dos outros componentes da estrutura: 22 kN.m Carga excepcional: 36 kN.m Carga de utilização: 25 kN.m Carga de vento: 45 kN.m

4. Calcule a solicitação de projeto para uma coluna sujeita aos seguintes esforços:

Peso próprio da estrutura metálica: 140 kN (Compressão) Peso próprio dos outros componentes da estrutura: 420 kN (Compressão) Carga de utilização: 420 kN (Compressão) Carga de vento sobrepressão: 135 kN (Compressão) Carga de vento sucção: +255 kN (Tração)

5. Um perfil U 102 mm 8,0 kg/m, trabalhando como viga bi-apoiada para apoio de cobertura, deve suportar uma sobrecarga uniforme de 600 kgf/m em um vão de 6,0 m. Verifique se ele atende o limite de deformação elástica da NBR 8800.

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6. Um tubo de 200 mm de diâmetro e 16 mm de espessura é usado como coluna de uma ponte rolante, devendo suportar uma força horizontal de 600 kgf aplicada a 5,0 m de altura. Considerando o tubo como uma viga engastada na base, verifique se ele atende o limite de deformação elástica da NBR 8800. 7. Selecione um perfil I laminado para trabalhar como viga bi-apoiada de piso em um vão de 10,0 m suportando uma carga sobrecarga uniforme de 500 kgf/m. 8. Selecione um perfil U laminado para trabalhar como viga bi-apoiada de piso em um vão de 10,0 m suportando uma carga sobrecarga uniforme de 500 kgf/m.

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2.0 Lançamento da estrutura metálica de um galpão: 2.1 Considerações gerais:

Galpões são, geralmente, construções de um pavimento com a finalidade de fechar e cobrir grandes áreas, protegendo as instalações, os produtos armazenados ou fornecendo abrigo às condições climáticas. 2.2 Partes componentes dos galpões metálicos:

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Partes componentes dos galpões:

1 – tesoura (treliça) metálica; 2 – terça; 3 – esticadores; 4 – contraventamento horizontal; 5 – mão francesa; 6 – telha; 7 – coluna treliçada; 8 – base da coluna.

2.3 Treliça: 2.3 1 Definição:

As treliças são constituídas de segmentos de hastes, unidos em pontos denominados NÓS, onde cada haste da treliça está sujeita a um esforço normal de tração ou de compressão. 2.3.2 Elementos que compõem a treliça:

1 – corda ou banzo superior; 2 – corda ou banzo inferior; 3 – treliçamento da alma à diagonais; 4 – treliçamento da alma à montantes.

2.3.3 Classificação das treliças:

As treliças podem ser classificadas quanto:

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a) Configuração das cordas:

Treliça de corda trapezoidal:

Treliça de cordas paralelas:

Treliça triangular:

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Tesoura atirantada com cordas retas:

Marquise dupla com cordas retas:

Marquise simples com corda reta:

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Treliças semi-parabólicas: I) Banzo superior semi-parabólico:

II)Banzo inferior semi-parabólico:

Treliças poligonais:

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Arco atirantado simples:

Pórtico:

b) Treliçamento:

Treliçado Pratt ou N: As diagonais são tracionadas, os montantes comprimidos, corda superior comprimida e corda inferior tracionada:

Viga:

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Tesoura:

Marquise:

Treliçado Howe: As diagonais são comprimidas, os montantes tracionados, corda superior comprimida e corda inferior tracionada: Viga:

Page 47: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Tesoura:

Marquise:

Treliçado Warren ou V: A viga warren simples é formada por triângulos isósceles, sem montantes verticais, quanto a distancia entre os nós ficas muito grande, colocam-se montantes: Viga

Page 48: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Tesoura:

Treliçado em X ou cruz de Santo André:

2.3.4 Altura da treliça e dimensões dos painéis:

a) Viga:

Altura da viga H = L/20 Painel S = 0,8H à 1,2H; = 40º a 50º

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b) Tesoura:

Altura da tesoura H = L/10 à L/15 Paienl S = 0,5H à 2H AlturaHo = L/40

c) Marquise:

Altura da tesoura H = L/10 à L/15 Painel S = 0,8H à 1,2H Altura Ho = Lb/20

d) Tesoura com banzo superior semi-parabólico:

Altura da tesoura semi-parabólica F = L/6, para telha fibrocimento F = L/7, para telha de alumínio raio R = 4H² + L² 8H

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e) Arco parabólico:

Vão livre 30,00 m Flecha

F = L/6 , para fibrocimento F = L/7, para alumínio Raio R = 4F² + L²

8F Altura da alma h = L/60 à L/50

2.3.5 Espaçamento entre tesouras:

Espaçamento entre tesoura ou vão livre da terça é em torno de 5,0m à 6,0m. 2.3.6 Inclinação da coberta:

A inclinação da coberta depende do tipo de telha utilizado na cobertura. Utilizando os seguintes tipos de chapas, onde a inclinação I% = 100 x tg , tem-se:

Page 51: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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a) Chapa de fibrocimento:

Inclinação recomendada para cobertura: 10º a 15º, com: recob. long. de 20 cm;

recob. lat. de 50 cm. Inclinação de 5º à 10º, com: recob. long. de 25 cm;

recob. lat. de 23 cm (1 ¼ onda).

RECOBRIMENTO LONGITUDINAL 0,20 mCOMPRIMENTO LARGURA COMPRIMENTO ÁREA APOIOS APOIOS

(m) UTIL (m) UTIL (m) UTIL (m²) 6mm 8mm0.91 1.05 0.71 0.75 2 21.22 1.05 1.02 1.07 2 21.53 1.05 1.33 1.40 2 21.83 1.05 1.63 1.71 2 22.13 1.05 1.93 2.03 3 22.44 1.05 2.44 2.35 3 33.05 1.05 2.85 2.99 3 33.66 1.05 3.46 3.63 3 3

Page 52: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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b) Chapa de alumínio:

Telha trapezoidal:

Telha ondulada:

Comprimento útil é o espaçamento entre terças; Inclinação recomendada para cobertura: 5% (2,9º).

TRAPEZOIDAL ONDULADAESPESSURA LARGURA COMPRIMENTO LARGURA COMPRIMENTO

(mm) UTIL (mm) UTIL (mm) UTIL (mm) UTIL (mm)0,4 990 1390 998 11500,5 990 1500 998 12500,6 990 1620 998 13500,7 990 1800 998 15000,8 990 2000 998 17001,0 990 2350 998 1850

Page 53: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2.3.7 Seções usuais de vigas e tesouras treliçadas:

Cordas:

Índice de esbeltez para as cordas: corda comp 120 corda trac. 240 (AISC)

Montantes e diagonais (alma):

Indice de esbeltez para alma: Alma compr. 150 Alma trac. 300 (AISC)

Page 54: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2.3.4 Aplicação:

Aplicação – 01

Fazer a implantação de um galpão medindo 20x50 com as seguintes características:

Telha fibrocimento (110 x 183 cm) (v. pág. 51) Inclinação mínima

Treliçamento montantes comprimidos diagonais tracionadas

Espaçamento máximo Solução:

1) Espaçamento, n.º de intervalos e n.º de tesouras.

- n.º de intervalos = C = 50,00 = 8,33 n.º de int.(n) = 9 emax 6,00

- novo espaçamento

(e) = C = 50,00 n° DE INT. 9

e = 5.556 m (espaçamento)

- n° de tesouras n° TES. = n° DE INT. + 1 n° TES. = 9 + 1 = 10 tesouras

(v. pág. 50)

- - +

Page 55: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2) Treliça

2.1) Forma

- vão livre da tesoura L = 20,00 tesoura trapezoidal (L > 10,00) (v. pág. 42)

2.2) Altura / Inclinação. (v. pág. 49)

- onde : H = L à L H = 20,00 = 1,33 H = 1,35 m 10 15 15 Ho = L Ho = 20,00 = 0,50 Ho = 0,50 m 40 40 - Inclinação da coberta:

Page 56: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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tg = I% ; I% FIBRO-CIM MÍNINO = 5º tg 5 = 0,087 (v. pág. 51)

100

- onde: Incl. Mín. = 5º, com recob. long. = 25 cm

- Inclinação da cobertura:

= arctg H1 = arctg 0,85 = 4,85º < 5º aumentar a altura L/2 10,00 da tesoura

= 5º tg 5º = H1 H1 = 10,00 x tg 5º L/2 H1 = 0,875 m

H = Ho + H1 = 0,50 + 0,875 H = 1,375 m

2.3) Painéis:

- espaçamento entre terças (S):

- telha de fibrocimento: L x C = 110 x 183 cm. (v. pág. 51)

como I = 5ºrecob. Long.25 cm; recob. lat. = 23 cm comp. útil = 183 – 25 = 158 cm larg. útil = 110 – 23 = 87 cm

logo: S’ = 158 cm S = S’ x cos = 158 x cos 5º = 157,4 cm = 1574 mm Smax = 1574 mm

Page 57: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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onde:

N.º de painéis = vão livre tes. = 20,00 = 12,706 S 1,574

adotar N.º de painéis = 14 (N.º par)

novo S = L = 20,00 = 1,429 cm 1,43 cm N.º par 14

- verificação da inclinação das diagonais: (v. pág. 49)

S = 0,5H à 2H S = 0,5 x 937,5 469

HMÉDIO = (500+1375)/2 = 937,5 S = 2 x 937,5 = 1875 (S = 1430) 2.4 Terça: 2.4.1 Definição:

São vigas colocadas na cobertura, situadas entre tesouras, com a finalidade de suportar as chapas de cobertura. 2.4.2 Perfis usados:

Page 58: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2.4.3 Pré-dimensionamento:

Como caráter orientativo, podemos estabelecer para pré-dimensionamento a seguinte relação:

h = L à L ; flecha (AISC) f L _ ou L (v. pág. 34) 40 60 180 120

As terças podem ser calculadas como viga continua ou bi-apoiadas. É comum, para diminuir o

vão da terça no sentido da menor inércia, a colocação de esticadores intermediários.

Diâmetro TIRANTE = 3/8’’; 1/2’’; 5/8’’

Perfil usado: Esticadores:

(v. pág. 40)

Page 59: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Direção – maior inércia (Ix):

Direção – menor inércia (Iy)

A colocação de mão-francesa diminui o vão livre da terça, dando um travamento do banzo ou

corda inferior da treliça. Perfil usado:

tesoura

Page 60: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2.5 Contraventamento da cobertura:

Esse contraventamento é usado para transmitir as cargas horizontais que atuam na cobertura, por exemplo devido ao vento, para as colunas, sem causar flexão em torno do eixo de menor inércia da tesoura. Perfis usados:

Barras Redondas: 1/2’’; 5/8’’ Limite de esbeltez:

barras comprimidas c < 200 barras tracionadas t < 300

Galpão contraventado:

Contraventamento horizontal Contraventamento vertical

Page 61: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2.6 Calha: As calhas e os tubos de descida de águas pluviais têm como finalidade o escoamento das águas da chuva que caem sobre o telhado (cobertura).

2.6.1 Material empregado:

Chapa zincada, alumínio, PVC, fibrocimento. Inclinação da Calha: no mínimo 0,5% Seção da calha:

2.6.2 Tubos:

Os tubos de descida são: PVC, chapa zincada, fibrocimento, aço com costura. Diâmetros mais comuns: 75mm, 90, 100, 125, 150, 200, 250, 300.

2.6.3 Dimensionamento:

a) Método teórico:

Para dimensionar calhas e tubos de descida são necessários os seguintes dados:

Page 62: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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a.1) Calhas:

Velocidade de escoamento em função da declividade “d”. d = 0,5% = 0,005 m/m Temos:

Q = A x I l / s p/ A = 1m² 3600 Onde:

Q vazão através da calha, que depende da área “A” da cobertura em planta; I intensidade da chuva, I = 100 mm/h à 150 mm/h.

Logo: ___ Q = i S (Rh) . 22/3 . d (m³/s) n

Onde: n coeficiente que depende da superfície da calha, n = 0,011 (para superfície lisas metálicas); Rh S ( raio hidráulico); P S área de seção transversal da calha; P perímetro molhado da calha; d declividade.

a.2) Tubos de descida:

Q = C . S . Hn Onde:

Q vazão m³/s; C coeficiente variável 0,3 a 0,7; S área do tubo m²; _____

Hn carga hidráulico = 2g . h

b) Método prático:

b.1) Calha:

Considera-se que a seção útil de cada calha (Sc) tenha 2 cm² por m² de telhado em planta, com inclinação de 0,5% a 1%.

Sc (cm²) = 2 . A (m²)

b.2) Tubos de descida:

Considera-se que a seção do tubo de descida (St) tenha 1 cm² por m² de telhado em planta.

St (cm²) = A (m²) ________ __ x D² = A D = (4 . A)/ = 1,13 A

4

Page 63: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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MÉTODO PRÁTICO

- CALHA

Para Sc (cm2) = 2 x A (m²); A = {[(20x50)/2]/2} = 250 m² Sc = 2 x 250 = 500 cm² Como Sc = a x h = 2h x h = 500 h = 15,8

hADOTADO = 20 cm

a = 2h = 2 x 20 = 40 cm

Sc = 40 x 20 = 800 cm²

TUBO DE DESCIDA

St (cm²) = A (m²) St = 250 cm² = x D² D = 17,8 cm = 178 mm

4 DADOTADO = 200 mm

Obs. : para diminuir o diâmetro do tubo, utiliza-se a caixa de pressão: ______ Onde: D = 2A . h

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3.0 Avaliação das cargas:

Os galpões industriais estão sujeitos a um conjunto de cargas que atuam ora isoladamente, ora em combinações com outras.

Divisão das cargas: 3.1 Carga permanente (G):

É formada pelo peso próprio de todos os elementos constituintes da estrutura. Divisão da carga permanente (G):

a) Peso próprio da treliça (G1); b) Peso próprio da terça (G2); c) Peso próprio da cobertura (G3); d) Peso próprio da área forrada (G4).

Onde: G = G1 + G2 + G3 + G4 ( kgf / m²)

3.1.1 Peso próprio da treliça (G1):

G1 = Ptrel (kgf / m²) Ainftrel Onde:

Ptrel peso da treliça; Ptrel = (D x C) x PCH; C comprimento total das hastes; PCH peso próprio da chapa ( kgf / m²) D desenvolvimento dos perfis de chapa dobrada a quente; Ainf área de influencia da treliça

a) Desenvolvimento da chapa dobrada:

Raio da dobra interna r = 1,0 à 1,5 t D = A + B + C (medidas internas) D = a + b + c – 2 x nº DOBRAS x t

Page 65: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Obs.: ao dimensionar um perfil da chapa dobrada, procurar fazer com que a largura da chapa desenvolvida seja múltiplo da largura da chapa comercial descontado 15 a 25 mm.

Logo: h = Largura da chapa – 20 ( n.º inteiro) D b) Área de influência da tesoura:

Ainf.TES02 = e x (L + 2bo) Ainf.TES01 = ( e + b1) x (L + 2bo)

2 3.1.2 Peso próprio das terças, esticadores e mãos-francesas (G2):

Onde: G2 = Gter + Gest + GMF

a) Peso próprio das terças (Gter):

Gter = Pter ; (kgf / m²) Ainf

Onde: Pter peso total da terça (kgf); Pter = D x C x PCH

C = 1,0 m D desenvolvimento da chapa dobrada;

PCH peso próprio da chapa (kg / m²) Ainf área de influência da terça.

Page 66: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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AinfTERÇ. A = C x S C = 1,0m

b) Peso próprio dos esticadores (Gest):

Gest = Pest ; (kgf / m²) Ainf

Onde: Pest = S’ x pBARRA; pBARRA = peso linear da barra

Ainf = e + e x S 3 6

c) Peso próprio da mão-francesa (GMF):

GMF = PMF ; (kgf / m²) Ainf Onde:

PMF = C x D x pCH Ainf = e x S

2

S

S’

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3.1.3 Peso próprio da cobertura (G3):

G3 = Gtel + GCH Onde: Gtel peso próprio da telha; GCH peso próprio dos contraventamentos horizontais.

a) Peso próprio da telha (Gtel):

a.1) Telha de alumínio:

ESPESSURA TRAPEZOIDAL ONDULADA(mm) (kg / m²) (kg / m²)0.4 1.28 1.210.5 1.60 1.510.6 1.93 1.820.7 2.25 2.120.8 2.57 2.421.0 3.20 3.02

) 1.cos

1

ou

Page 68: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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a.2) Telha fibrocimento:

Para efeito de calculo de estrutura, deve-se considerar os seguintes valores:

- telha com esp. de 6 mm 18 kg / m² - telha com esp. de 8 mm 24 kg / m²

b) Peso próprio dos contraventamentos horizontais (GCH):

GCH = C x pBARRA Ainf Onde: C comprimento total dos CH; p peso linear da barra; Ainf = e x L

3.1.4 Peso próprio da área forrada (G4):

G4 = GFOR. + Glum. + GDUTOS + GP est

a) Peso do forro (GFOR.): GESSO = 1250 kg / m³

b) Peso das luminárias (Glum.): Glum. = 3,0 à 5,0 kg / m² c) Peso dos dutos para ar condicionado (GDUTOS): GDUTOS = 10 kgf / m² d) Peso próprio da estrutura (GPest): GP est = Peso (kg)

Ainf (m²)

PESO DE PLACAS PARA FORROMATERIAL DIMENSÕES Peso kgf / m²

Gesso 600 x 600 x 15 20 a 27Eucatex 600 x 600 x 19 5.1

PVC 500 x 11000 x 17 2.0Rígido

Paraline Aço 9.0

Page 69: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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3.1.5 Aplicação:

Determine a carga permanente (G) para a estrutura metálica. Solução: 1) CARGA PERMANENTE (G):

G = G1 + G2 + G3 + G4

22,00m

5,00

0 5,

000

5,00

0

Page 70: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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1.1) PESO PRÓPRIO DA TRELIÇA (G1):

G1 = Ptrel = (D x C) x PCH

C x D = 43,274 x 0,148 + 37,308 x 0,132 C x D = 11,329

Ainftrel(2) = 5,000 x 22,000 = 110,00 m²

Pchapa = 23,60 kg / m² (v. pág. 9) t = 3,0(#11)

Logo:

(*) 100-b 2 x dobras(2) x espessura t (3) = 12 30-a 30-c 160 -12 148 mm = 0,148 m

X2

HASTE PERFIL C (m) D (m) n1- .7 [ 100 x 30 x 3 10.837 0.148(*) x28-.14 [ 100 x 30 x 3 10.8 0.1481- .9 [ 94 x 25 x 3 1.879 0.1322-.10 [ 94 x 25 x 3 1.928 0.1323-.11 [ 94 x 25 x 3 1.986 0.1325-.11 [ 94 x 25 x 3 2.131 0.1326-.12 [ 94 x 25 x 3 2.215 0.1327-.13 [ 94 x 25 x 3 2.305 0.1321- .8 [ 94 x 25 x 3 0.54 0.1322- .9 [ 94 x 25 x 3 0.69 0.1323-.10 [ 94 x 25 x 3 0.84 0.1324-.11 [ 94 x 25 x 3 0.99 0.1325-.12 [ 94 x 25 x 3 1.14 0.132 x26-.13 [ 94 x 25 x 3 1.29 0.132 x27-.14 [ 94 x 25 x 3 1.44 0.132 x1

C xD = 11,329 m²

Page 71: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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G1 = (D x C) x PCH = 11,329 x 23,60 =

Ainftrel(2) 110,00

G1 = 2,431 Kgf / m² proj. horiz.

1.2) PESO PRÓPRIO DAS TERÇAS, ESTICADORES, MÃOS-FRANCESAS (G2):

G2 = Gter + Gest. + GMF

a) Peso próprio das terças (Gter):

Gter = Pter _ AinfTer

Onde: Pter = D x C x PCH

D = 100 + 50 x 2 +17 x 2 – 2 x 4 x 3

D = 210 mm

C = 1,00 m

PCH11 = 23,60 kg / m²

Ainf = 1,0 x 1,80 m²

Logo: Gter = 0,210 x 1,0 x 23,60

1,8 Gter = 2,75 kg / m²

Page 72: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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b) Peso próprio esticadores (Gest.):

Gest. = Pest.; est. = ½ Pest. = S’ x pBARRA; __________

S’ = 1,8² + 0,15² S’ = 1,806 m

pBARRA1/2 = 0,99 kg / m (v. pág. 8) Pest. = 1,806 x 0,99 = 1,79 kg Ainf = ( e + e )x S = ( 5,0 + 5,0 ) x 1,8 = 4,50 m²

3 6 3 6

Gest. = 1,79 = 0,40 kg / m² 4,50

c) Mão-francesa (GMF):

GMF = PMF = D x C x PCH AinfMF AinfMF

Ainf = S x e = 1,8 x 5,0 = 4,5 m²

2 2 _ C = 99² + 0,99² = 1400 m

D = 40 x 2 – 2 x 1 x 3 = 74 mm = 0,074 m

Temos:

GMF = 0,074 x 1,40 x 23,60 = 0,54 kg / m²

4,50 Logo:

Page 73: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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G2 = Gter + Gest. + GMF

G2 = 2,75 + 0,40 + 0,54 G2 = 3,69 kg / m² proj. horiz.

1.3) PESO PRÓPRIO DA COBERTURA (G3):

G3 = Gtel + GCONT. HORIZ.

a) Peso próprio da telha (Gtel):

telha de alumínio trapezoidal (0,7 mm) G`tel = 2,25 kg / m² (v. pág. 67)

proj. incl. Gtel = G`tel/cos

b) Peso próprio dos contraventamento horizontal (GCONH):

GCONH = C x pBARRA; Ainf

Ainf = 5 x 22,0 = 110m²

pBARRA ½ = 0,99 kg / m ________

C = 4 x 2 x 5² + ( 10,837 )² = 58,98 m 2

GCONH = 58, 98 x 0,99 = 0,53 kg / m² 110,0

Temos:

G3 = Gtel + GC.H. = 2,25/cos + 0,53 = 2,25/0998 + 0,53 2,25 +0,53 =

= 2,78 G’3 = 2,77 kg / m² proj. incl.

G3 = G’3 = G’3 = 2,78 G’3 = 2,78 x 0,998 2,77 cos 0,998

= arctg (0,05) = 2.862º cos

G3 = 2,78 kg / m² proj. horiz.

Obs.: I% = 100 tg

Page 74: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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1.4) PESO DA LUMINÁRIA (G4):

G4 = Glum. = 3,0 kg / m²

1.5) CARGA PERMANENTE (G):

G = G1 + G2 + G3 + G4

G = 2,43 + 3,69 + 2,78 + 3,00 G = 11,90 kg / m²

1.6) CARGAS CONCENTRADAS NOS NÓS DA TRELIÇA:

Pkgf = G (kgf / m²) x Ainf NÓ

P = 11,90 x 5,0 x 1,8 = 107,1 107 kgf

P’ = 11,90 x 5,0 x 1,8 + 0,20 = 65,45 65,5 kgf 2

Page 75: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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3.2 Carga acidental (Q): 3.2.1. Classificação da carga acidental:

a) Sobrecarga; b) Ação do vento.

3.2.2. Sobrecarga (Qs):

São as cargas que podem atuar ou não na estrutura. Em geral, em edifícios leves, fora de zonas de acúmulo de poeira, adota-se para sobrecarga na cobertura em torno de 10 à 15 kgf / m², para cobrir chuvas, etc,; e para galpões em zonas siderúrgicas adota-se um mínimo de 50 kgf/m2.

A NBR-6120/80 (2.2.14) preconiza para elementos isolados como terças e banzos superiores de

treliça, uma carga concentrada na posição mais desfavorável, em torno de 100kgf, equivalente ao peso de uma pessoa.

Obs.: A NBR-8800 (B-3.6.1) prevê Qs = 25 kgf/m2 para coberturas comuns não sujeitas a acúmulos de quaisquer materiais, mas deixa uma abertura para redução desse valor.

Page 76: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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3.2.3. Ação do vento (Q) NORMA NB – 599 / 1987:

A ação do vento sobre a estrutura será calculada de acordo com a NBR 6123.

a) Pressão dinâmica (q): A pressão dinâmica depende essencialmente da velocidade “Vo” do vento e dos fatores que influenciam.

q = Vk² kgf/m² ou q = 0,613 Vk² N/m² 16 Vk (m / s) é a velocidade característica do vento, temos:

Vk = Vo x S1 x S2 x S3

Onde: Vo velocidade básica do vento;

S1 fator topográfico; S2 fator de rugosidade; S3 fator estatístico.

b) Velocidade básica do vento (Vo): Velocidade de uma rajada de três segundos de duração em um período de 50 anos, a 10m de altura, em campo aberto e plano.

Isopletas dos ventos no Brasil segundo a NBR 6123 (V0 em m/s):

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c) Fator topográfico S1: O fator topográfico S1 leva em consideração as grandes variações na superfície do terreno.

Casos:

c.1) Terreno plano ou fracamente acidentado: S1 = 1,0

c.2) Taludes e morros:

Nos Pontos A, C S1 = 1,0 No ponto B: se 3º S1(z) = 1,0 se 6º 17º S1(z) = 1,0 + 2,5 – z x tg( – 3º) 1,0 d

se 45º S1(z) = 1,0 + 2,5 – z x 0,31 1,0 d

Interpolar linearmente para 3º < < 6º e 17º < < 45º Entre A e B e entre B e C o fator S1 é obtido por interpolação linear.

c.3.) Vales profundos, protegidos de ventos de qualquer direção: S1 = 0,9

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d) Fator de rugosidade S2: O fator S2 considera o efeito combinado da rugosidade do terreno,

dimensões da edificação e altura acima do terreno.

d.1) Quanto à rugosidade:

Categoria I superfície lisas de grandes dimensões, com mais de 5 km de extensão, medidas na direção e no sentido do vento incidente.

Ex.: mar calmo, lagos, rios e pântanos sem vegetação.

Categoria II terrenos abertos em nível ou aproximadamente em nível, com poucos obstáculos isolados, como árvores e edificações baixas.

Ex.: zonas costeiras planas, pântanos com vegetação rala, campos de aviação.

A cota media do topo dos obstáculos é de até 1,0 m.

Categoria III terrenos planos ou ondulados com obstáculos como sebes e muros, poucos quebra-ventos de árvores, edificações baixas e esparsas.

Ex.: granjas e casas de campo, fazendas, subúrbios a considerável distância do centro, com casas baixas e esparsas.

A cota media do topo dos obstáculos é de até 3,0 m.

Categoria IV terrenos cobertos por obstáculos numerosos e pouco espaçados, em zona florestal, industrial ou urbanizado.

Ex.: zonas de parques e bosques com muitas árvores, cidades pequenas e seus arredores, subúrbios densamente construídos de grande cidades, áreas industriais plenas ou parcialmente desenvolvidas.

A cota media do topo dos obstáculos é de até 10,0 m.

Categoria V terrenos cobertos por obstáculos numerosos, grandes, altos e pouco espaçados.

Ex.: florestas com árvores altas, centros de grandes cidades, complexos industriais bem desenvolvidos.

A cota media do topo dos obstáculos iguais ou superiores a 25,0m.

d.2) Quanto as dimensões da edificação:

Classe A todas as unidades de vedação, seus elementos de fixação e peças individuais da estrutura sem vedação e toda edificação na qual a maior dimensão horizontal ou vertical não exceda 20 metros.

Classe B toda edificação ou parte de edificação para a qual a

maior dimensão horizontal ou vertical esteja entre 20 e 50 metros.

Classe C toda edificação ou parte de edificação para a qual a maior dimensão horizontal ou vertical exceda 50 metros.

Page 79: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Fator S2 – Rugosidade do terreno, dimensões da edificação e altura acima do terreno:

h (m)

Categoria I II III IV V

Classe Classe Classe Classe Classe A B C A B C A B C A B C A B C

5 1,06 1,04 1,01 0,94 0,92 0,89 0,83 0,86 0,82 0,79 0,76 0,73 0,74 0,72 0,67 10 1,10 1,09 1,06 1,00 0,98 0,95 0,94 0,92 0,88 0,86 0,83 0,80 0,74 0,72 0,67 15 1,13 1,12 1,09 1,04 1,02 0,99 0,98 0,96 0,93 0,90 0,88 0,84 0,79 0,76 0,72 20 1,15 1,14 1,12 1,06 1,04 1,02 1,01 0,99 0,96 0,93 0,91 0,88 0,82 0,80 0,76 30 1,17 1,17 1,15 1,10 1,08 1,06 1,05 1,03 1,00 0,98 0,96 0,93 0,87 0,85 0,82 40 1,20 1,19 1,17 1,13 1,11 1,09 1,08 1,06 1,04 1,01 0,99 0,96 0,91 0,89 0,86 50 1,21 1,21 1,19 1,15 1,13 1,12 1,10 1,09 1,06 1,04 1,02 0,99 0,94 0,93 0,89 60 1,22 1,22 1,21 1,16 1,15 1,14 1,12 1,11 1,09 1,07 1,04 1,02 0,97 0,95 0,92 80 1,25 1,24 1,23 1,19 1,18 1,17 1,16 1,14 1,12 1,10 1,08 1,06 1,01 1,00 0,97

100 1,26 1,26 1,25 1,22 1,21 1,20 1,18 1,17 1,15 1,13 1,11 1,09 1,05 1,03 1,01 120 1,28 1,28 1,27 1,24 1,23 1,22 1,20 1,20 1,18 1,16 1,14 1,12 1,07 1,06 1,04 140 1,29 1,29 1,28 1,25 1,24 1,24 1,22 1,22 1,20 1,18 1,16 1,14 1,10 1,09 1,07 160 1,30 1,30 1,29 1,27 1,26 1,25 1,24 1,23 1,22 1,20 1,18 1,16 1,12 1,11 1,10 180 1,31 1,31 1,31 1,28 1,27 1,27 1,26 1,25 1,23 1,22 1,20 1,18 1,14 1,14 1,12 200 1,32 1,32 1,32 1,29 1,28 1,28 1,27 1,26 1,25 1,23 1,21 1,20 1,16 1,16 1,14 250 1,34 1,34 1,33 1,31 1,31 1,31 1,29 1,28 1,27 1,25 1,23 1,20 1,20 1,20 1,18 300 1,34 1,33 1,33 1,32 1,32 1,31 1,29 1,27 1,26 1,23 1,23 1,22 350 1,34 1,34 1,33 1,32 1,30 1,29 1,26 1,26 1,26 400 1,34 1,32 1,32 1,29 1,29 1,29 420 1,35 1,35 1,33 1,30 1,30 1,30 450 1,32 1,32 1,32 500 1,34 1,34 1,34

e) Fator estatístico S3:

Grupo 1 S3 = 1,10 Edificações cuja ruína total ou parcial pode afetar a segurança ou possibilidade de socorro a pessoas após uma tempestade destrutiva (hospital, quartéis de bombeiros e forças de segurança, centrais de comunicações, etc.). Grupo 2 S3 = 1,0 Edificações para hotéis e residências.

Edificações para comércio e indústria com alto fator de ocupação.

Grupo 3 S3 = 0,95

Edificações e instalações industriais com baixo fator de ocupação (depósitos, silos, construções rurais, etc.).

Grupo 4 S3 = 0,88 Vedações (telhas, vidros, painéis de vedação, etc.).

Page 80: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Grupo 5 S3 = 0,83 Edificações temporárias. Estruturas dos grupos 1 a 3 durante a

construção.

f) Definições:

f.1) Barlavento:

Região de onde sopra o vento, em relação à edificação.

f.2) Sotavento:

Região oposta aquela de onde sopra o vento, em relação à edificação.

f.3) Sobrepressão: Pressão efetiva acima da pressão atmosférica de referencia (sinal positivo).

f.4) Sucção: Pressão efetiva abaixo da pressão atmosférica de referencia (sinal negativo).

Pressões internas:

Barlavento Sotavento

Page 81: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Em planta: Onde : cpi coeficiente de pressão interna; cpi = Pi; Pi pressão efetiva interna q ; q pressão dinâmica Pressões externas:

Page 82: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Onde: cpe coeficiente de pressão externa cpe = pe; q

pe pressão efetiva externa; q pressão dinâmica.

g) Tabelas: Tabela 4 – coeficientes de pressão cpe e de forma Ce externos, para paredes de edificações de planta retangular.

Altura relativa Proporção em planta (a b)

Ce cpe

médio

= 0 =90 A1 e B1

A2 e B2

C D A B C1 e D1

C2 e D2

1 a/b 3/2

0,8 0,5 +0,7 0,4 +0,7 0,4 0,8 0,4 0,9

2 a/b 4

0,8 0,4 +0,7 0,3 +0,7 0,5 0,9 0,5 1,0

1 a/b 3/2

0,9 0,5 +0,7 0,5 +0,7 0,5 0,9 0,5 1,1

2 a/b 4

0,9 0,4 +0,7 0,3 +0,7 0,6 0,9 0,5 1,1

1 a/b 3/2

1,0 0,6 +0,8 0,6 +0,8 0,6 1,0 0,6 1,2

2 a/b 4

1,0 0,5 +0,8 0,3 +0,8 0,6 1,0 0,6 1,2

h/b ½

h

b

y

y

½ < h/b 3/2

h

b

y

3/2 < h/b 6

h

b

Page 83: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Notas: a) Para 3/2 < a/b < 2, interpolar linearmente; b) Para vento a 0, nas partes A3 e B3, adotar para o coeficiente de forma Ce:

quando a/b = 1, o mesmo valor de A2 e B2; quando a/b 2, Ce= 0,2;

quando 1 < a/b < 2, interpolar linearmente. Tabela 5 – coeficientes de pressão cpe e de forma Ce externos, para telhados com duas águas de

edificações de planta retangular (a b).

Altura relativa ()

Ce cpe médio = 90 = 0 EF GH EG FH

0 0,8 0,4 0,8 0,4 2,0 2,0 2,0 5 0,9 0,4 0,8 0,4 1,4 1,2 1,2 1,0 10 1,2 0,4 0,8 0,6 1,4 1,4

1,2 15 1,0 0,4 0,8 0,6 1,4 1,2 1,2 20 0,4 0,4 0,7 0,6 1,0

1,2 30 0 0,4 0,7 0,6 0,8 1,1 45 +0,3 0,5 0,7 0,6 1,1 60 +0,7 0,6 0,7 0,6 1,1

0 0,8 0,6 1,0 0,6 2,0 2,0 2,0 5 0,9 0,6 0,9 0,6 2,0 2,0 1,5 1,0 10 1,1 0,6 0,8 0,6 2,0 2,0 1,5 1,2 15 1,0 0,6 0,8 0,6 1,8 1,5 1,5 1,2 20 0,7 0,5 0,8 0,6 -1,5 1,5 1,5 1,0 30 0,2 0,5 0,8 0,8 -1,0

1,0

45 +0,2 0,5 0,8 0,8 60 +0,6 0,5 0,8 0,8

0 0,8 0,6 0,9 0,7 2,0 2,0 2,0 5 0,8 0,6 0,8 0,8 2,0 2,0 1,5 1,0 10 0,8 0,6 0,8 0,8 2,0 2,0 1,5 1,2 15 0,8 0,6 0,8 0,8 1,8 1,8 1,5 1,2 20 0,8 0,6 0,8 0,8 1,5 1,5 1,5 1,2 30 1,0 0,5 0,8 0,7 1,5

40 0,2 0,5 0,8 0,7 1,0 50 +0,2 0,5 0,8 0,7 60 +0,5 0,5 0,8 0,7

b

h

h/b ½

b

h

½ < h/b 3/2

b

h

3/2 < h/b 6

Page 84: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Notas: a) x = Máx (b/3; a/4), porém x 2h b) y = Mín (h; 0,15b) c) O valor de Ce na face inferior do beiral é igual ao da parede correspondente d) Nas zonas em torno de partes salientes do telhado (chaminés, reservatórios, torres, etc.), Ce= 1,2. e) Na cobertura de lanternins, cpe médio= 2,0. f) Para vento a 0°, nas regiões I e J, Ce=: quando a/b = 1, o mesmo valor das regiões F e H; quando a/b 2, Ce= 0,2; quando 1< a/b < 2, interpolar linearmente. g) Para vento a 90°, considerar simetria nas regiões I e J Tabela 6 – coeficientes de pressão cpe e de forma Ce externos, para telhados com água, em edificação de planta retangular, com h/b <2.

Valores de Ce para ângulos de incidência do vento 90º (c) 45º 0º -45º -90º

º H L H L H/L (a) H/L (b) H L H L5º -1.0 -0.5 -1.0 -0.9 -1.0 -0.5 -0.9 -1.0 -0.5 -1.010º -1.0 -0.5 -1.0 -0.8 -1.0 -0.5 -0.8 -1.0 -0.4 -1.015º -0.9 -0.5 -1.0 -0.7 -1.0 -0.5 -0.6 -1.0 -0.3 -1.020º -0.8 -0.5 -1.0 -0.6 -0.9 -0.5 -0.5 -1.0 -0.2 -1.025º -0.7 -0.5 -1.0 -0.6 -0.8 -0.5 -0.3 -0.9 -0.1 -0.930º -0.5 -0.5 -1.0 -0.6 -0.8 -0.5 -0.1 -0.6 0.0 -0.6

Cpe MEDIO

º H1 H2 L1 L2 He Le5º -2.0 -1.5 -2.0 -1.5 -2.0 -2.010º -2.0 -1.5 -2.0 -1.5 -2.0 -2.015º -1.8 -0.9 -1.8 -1.4 -2.0 -2.020º -1.8 -0.8 -1.8 -1.4 -2.0 -2.025º -1.8 -0.7 -0.9 -0.9 -2.0 -2.030º -1.8 -0.5 -0.5 -0.5 -2.0 -2.0

y

E

F

G

H

J I

y

y

b

a

x

h

0,1b

Page 85: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Notas: a) até uma profundidade igual a b/2 b)de b/2 até a/2 c) considerar valores simétricos do outro lado do eixo de simetria paralelo ao vento

para vento = 0º quando a/b = 1 mesmo valor H/L quando a/b = 2 ce = -0,2

Tabela 16 – coeficiente de força (cf) para muros e placas retangulares.

Placas de extremidade ou paredes

Onde: F = cf x q x A A = L x h = Área da face cf = coeficiente de força L = comprimento do muro ou placa h = altura do muro ou placa (*) = afastamento do solo

L/h 60 (s/ placas de ext.)L/h< 10 (c/ placas de ext.) L/h = 10 L/h = 1,0

F c F F c c vk vk vk = 90º c = 0,50 = 50º c = 0,31 = 40º c = 0,41

L L hh h

0,25h (*) 0,25h L 0,25ha = 90º cf = 2,0 = 90º cf = 1,3 = 90º cf = 1,15

= 50º cf = 1,6 = 40º cf = 1,8

= 90º cf = 1,2 = 90º cf = 1,2 = 90º cf = 1,1 = 50º cf = 1,5 = 40º cf = 1,5

Page 86: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Tabela 17 – coeficiente de pressão em coberturas isoladas a uma água plana - “coberturas isoladas” condições: h 0,5L2

Tabela 18 – coeficiente de pressão em coberturas isoladas a duas águas planas e simétricas Condição: h 0,5L2

Notas: 1) Abas paralelas à direção do vento

Fat = 0,05 q.Ae 2) Quando h < 0,5L2 cpi = +0,8 (sotavento); -0,3 (barlavento) 3) Vento paralelo à geratriz da cobertura Fat = 0,05 q.a.b (força de atrito) 4) Cada elemento de vedação cp = ± 2,0

5) Considerar as forças horizontais devidas à ação de vento sobre as bordas da cobertura F = 1,3.q.Ar (aba de barlavento) F= 0,8.q.Ar (aba sotavento) 6) Ae = área da água da cobertura

VENTO 1º CARREGAMENTO 2º CARREGAMENTO0 tg 0,7 0 tg 0,2 0,2 tg 0,3

2.0 2.0 6 - 20tg

tg tg

L2 0,6 - 2tg 0,6 - 2tg

tg tg

2.0 2.0 6 - 20tg

C o e f i c i- 1º C A R R E G A M E N T O 2º C A R R E G A M E N T Oe n t e s 0,07 tg 0,4 0,4 tg 0,6 0,07 tg 0,4 0,4 tg 0,6

c p b 2,4 tg + 0,6 2,4 tg + 0,7 2,0 0,6 tg - 0,74 6,5 tg - 3,1c p s 3,0 tg - 0,5 0.7 -1.0 5,0 tg - 3,0

s e n t i d o s p o s i t i v o s d o s c o e f i c i e n t e s d e p r e s s ã o

c p b c p s +L 2 h c p b + c p s h

Vento

Vento

Page 87: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Coberturas Curvas

Vento paralelo à geratriz da cobertura Vento perpendicular à geratriz da cobertura

Page 88: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Tabela 24 – coeficiente de pressão externa cpe, para vento soprando perpendicularmente à geratriz da

cobertura.

Tabela 25 – coeficientes de pressão externa cpe, para vento soprando paralelamente à geratriz da

cobertura

Tabela 26 – coeficiente de pressão externa cpe, para vento soprando obliquamente à geratriz da

cobertura

f/L2 h/L2 cpe PARA A PARTE1.0 2.0 3.0 4.0 5.0 6.0

0.0 0.3 -0.3 -0.6 -0.7 -0.6 -0.21/.8 -0.5 -0.5 -0.7 -0.7 -0.5 -0.2

1/.5 1/.4 -0.9 -0.6 -0.8 -0.8 -0.4 -0.21/.2 -1.2 -0.7 -0.9 -0.8 -0.3 -0.21.0 -1.4 -0.8 -0.9 -0.9 -0.4 -0.45.0 -1.8 -1.0 -1.1 -1.2 -0.8 -0.71/.8 -1.0 -0.4 -0.4 -0.4 -0.4 -0.3

1/.10 1/.4 -1.2 -0.5 -0.4 -0.4 -0.4 -0.31/.2 -1.5 -1.0 -0.7 -0.5 -0.4 -0.31.0 -1.6 -1.0 -0.8 -0.6 -0.4 -0.3

PARTE DA COB. A1 D1cpe -1.8 -1.8

PARTE DA COB. A1+ A2 B C D1 + D2cpe -0.8 -0.6 -0.3 -0.2

Page 89: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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h) Coeficientes de pressão interno:

Para edificações com paredes internas permeáveis a pressão interna pode ser considerada

uniforme. a) Quanto ao nº de faces impermeáveis:

a.1) Construção com duas faces opostas igualmente permeáveis e as outras faxes impermeáveis:

a.1.1) Para vento perpendicular a uma face permeável:

a.1.2) Para vento perpendicular a uma face impermeável:

a.2) Construções com quatro faces igualmente permeáveis: (*) considerar o mais nocivo

Page 90: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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a.3) Construções com quatro faces igualmente impermeáveis:

b) Quanto a abertura dominante:

b.1) Abertura dominante na face de barlavento

Temos: cpi = f (Ad/As)

onde :

Ad área de todas as aberturas na face de barlavento; As área total das aberturas em todas as faces (parede e cobertura) submetida a sucção externa.

Ad/As cpi

1.0 0.11.5 0.32.0 0.53.0 0.6 6,0 0.8

Page 91: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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b.2) Abertura dominante na face sotavento:

temos:

cpi = ce Adotar o valor do coeficiente de forma externo (ce), correspondente a esta face (tabela 4)

b.3) Abertura dominante situada em face paralela à direção do vento:

b.3.1) Abertura fora da zona de alto valor de cpe:

cpi =ce Adotar o valor do coeficiente de forma externo (ce), correspondente ao local de abertura nesta face (tabela 4).

Page 92: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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b.3.2) Abertura dominante situada em zona de alta sucção externa:

onde: cpi = f (Ad/As) Ad Área de abertura dominante; As Área total das outras aberturas situadas nas faces com sucção externa.

c) Quando houver probabilidade desprezÍvel de ocorrência de uma abertura dominante durante a ocorrência de ventos fortes, tomar o mais nocivo dos dois valores:

cpi = -0,20 ou cpi = 0

Ad/As cpi<0,25 -0.400.50 -0.500.75 -0.601.00 -0.701.50 -0.80 3,00 -0.90

Page 93: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2ª. Lista de Exercícios

Calcule os coeficientes de pressão e de forma internos e externos, para cobertura e paredes da

edificação abaixo considerando as dimensões dos Casos 1 e 2. Em seguida, selecione as combinações críticas e finalmente calcule as forças por metro linear no primeiro pórtico intermediário a partir da extremidade superior do desenho em planta. Considere: Cidade: Fortaleza Fator topográfico: região plana; Fator de rugosidade: terreno aberto com poucos obstáculos; Fator estatístico: instalação industrial com alto fator de ocupação. Caso 1: a = 60 m b = 30 m h = 15 m = 15 e = 6m As duas paredes longitudinais (maiores) são permeáveis e as outras duas são igualmente impermeáveis ao vento; Caso 2: a = 80 m b = 25 m h = 15 m = 25 e = 5m As duas paredes longitudinais (maiores) são impermeáveis e as outras duas são igualmente permeáveis ao vento.

h

b

a

Page 94: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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2ª. Lista de Exercícios

Calcule os coeficientes de pressão e de forma internos e externos, para cobertura e paredes da

edificação abaixo considerando as dimensões dos Casos 1 e 2. Em seguida, selecione as combinações críticas e finalmente calcule as forças por metro linear no primeiro pórtico intermediário a partir da extremidade superior do desenho em planta. Considere: Cidade: Fortaleza Fator topográfico: região plana; Fator de rugosidade: terreno aberto com poucos obstáculos; Fator estatístico: instalação industrial com alto fator de ocupação. Caso 1: a = 60 m b = 30 m h = 15 m = 15 e = 6m As duas paredes longitudinais (maiores) são permeáveis e as outras duas são igualmente impermeáveis ao vento; Caso 2: a = 80 m b = 25 m h = 15 m = 25 e = 5m As duas paredes longitudinais (maiores) são impermeáveis e as outras duas são igualmente permeáveis ao vento.

h

b

a

Page 95: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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4.0 Peças tracionadas: 4.1 Modos de falha de peça tracionada com furos:

De quantos modos esta barra pode romper (com furação em ziguezague ou enviesada)? 4.2 Diâmetro efetivo de furo:

Como chapas são furadas para conexão com parafusos? Por puncionamento (mais econômico) ou por broqueamento

t

b

Diâmetro do parafuso: d Folga de montagem = 1,5 mm Bordas danificadas = 2 mm Diâmetro efetivo do furo: dEf

dEf = d + 3,5 mm dEf = d + 0,35 cm

T T 1

2

3 4

T T 1

2

3 4

T T 1

2

3 4

T T 1

2

3 4

Opção 1:

Opção 2:

Opção 3:

Page 96: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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4.3 Dimensionamento de chapas e barras tracionadas conforme a NBR 8800: Tensão de tração ft :

Área bruta: Ag = bt

Área líquida: An = Ag – (dEf ) t + tg

s

4

2

A área líquida depende da rota de falha, pois leva em conta tanto o número de furos como o seu alinhamento. Que área líquida escolher então? (a de menor valor!) (*) Se não houver furos, tal como em ligações soldadas, a área líquida é igual a área bruta. A resistência de uma peça pode ser determinada (no Estado Limite) por: (1) Ruptura da seção líquida: (que provoca colapso e é condição de resistência)

unun

a

un

m

nd fAfAfATT .75.0

35.1..

2

(2) Escoamento da seção bruta: (que provoca deformações exageradas e é condição de ductilidade)

ygyg

a

yg

m

nd fA

fAfATT .90.010.1..

1

(*) Obs.: Se a furação for reta, então a rota de percurso é uma seção reta da peça!

ATft

T T

s s

g

g b

t

p

Expressão empírica

Page 97: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(3) Cisalhamento de bloco (AISC): Pode acontecer especialmente em chapas finas com furos próximos da borda.

(a) Se 0,6fu Avn > fu Atn Td = 0,75 (0,6fu Avn + fy Atg) (b) Se 0,6fu Avn < fu Atn Td = 0,75 (0,6fy Avg + fu Atn)

At : Área tracionada Atg : Área tracionada bruta Atn : Área tracionada líquida (descontar os furos) Av : Área cisalhada Avg : Área cisalhada bruta Avn : Área cisalhada líquida (descontar os furos)

T T

T T

Área Cisalhada(Av) Área Tracionada(At)

T T

Page 98: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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4.4 Área líquida efetiva (Ae):

É a área efetivamente tensionada de um elemento, descontando-se as áreas que não estão tensionadas, dada por: Área efetiva: Ae = Ct An Coeficiente de redução de área líquida: Ct

Coeficientes de redução de área líquida para perfis:

(a) Perfis I, H e T com pelo menos 3 conectores por linha na direção do esforço (b: largura da mesa, h: altura do perfil):

Ct = 0,90 se b ⅔ h

Ct = 0,85 se b < ⅔ h (b) Nos outros perfis com pelo menos 3 conectores por linha na direção do esforço:

Ct = 0,85

(c) Em todos os perfis com pelo menos 2 conectores por linha na direção do esforço: Ct = 0,75

(d) Em ligações soldadas ao longo das bordas de uma peça (L: comprimento da solda, b: largura da peça conectada. Pela NBR 8800, o comprimento da solda não pode ser inferior à largura da chapa, isto é, devemos ter sempre L b):

(e) Ct = 1,00 se 2 ≤ L/b

Ct = 0,87 se 1,5 ≤ L/b < 2 Ct = 0,75 se 1 ≤ L/b < 1,5

b

h T T

L

b

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4.5 Dimensionamento de barras rosqueadas conforme a NBR 8800: Td = tTn

t = 0,65(*) Tn = 0,75Agfu a relação entre a área efetiva(Ae) e a área bruta(Ag) varia entre 0,73 a 0,80 4.6 Limites de esbeltez (L/r) de peças tracionadas conforme a NBR 8800: (a) Peças tracionadas: (L /r) ≤ 300 (b) Barras rosqueadas e cabos: não há limite especificado. 4.7 Exemplos: 4.7.1 Duas chapas de 30,0 cm 2,22 cm são emendadas conforme a figura abaixo. Verifique se elas podem suportar uma carga de utilização de 30 tf. Diâmetro dos parafusos: 2,22 cm. Aço ASTM A36. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,5 30 = 45,0 tf (v. pág. 28) (b) Área bruta: Ag = 30,0 2,22 = 66,6 cm2 (c) Área líquida dEf = 2,22 + 0,35 = 2,57 cm An = 66,6 – 4 2,57 2,22 = 43,78 cm2 (4 furos na rota de falha) (d) Ruptura da seção líquida: Td = 0,75 Ae fu Td = 0,75 43,78 4,00 = 131,3 tf (v. pág. 8) (e) Escoamento da seção bruta: Td = 0,90t Ag fy Td = 0,90 66,6 2,50 = 150,0 tf (v. pág. 8) (f) Resistência de projeto: Td = 131,3 tf (a menor) (g) Conclusão: Como Td > Ts, a peça tem condições de suportar a carga. (*) 0,65 – parafusos comuns e barras rosqueadas; 0,75 – parafusos de alta resistência (ASTM A325, A490)

30 tf 30 tf

Page 100: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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4.7.2 Verifique se a cantoneira abaixo de 3” 9,1 kg/m tem condições de suportar uma tração de 10 tf de carga permanente e 12 tf de sobrecarga. Material AR345. Parafusos de 1,27 cm. Dimensões em centímetros. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 (10) + 1,5 (12) (v. pág. 28) Ts = 32,0 tf (b) Área bruta: Ag = 11,48 cm2 (tabela) (v. pág. 23) (c) Área líquida dEf = 1,27 + 0,35 = 1,62 cm An = 11,48 – 1 1,62 0,79 = 10,25 cm2 (1 furo na rota de falha) (d) Área efetiva Ct = 0,85 (3 parafusos na linha do esforço) Ae = 0,85 10,25 = 8,71 cm2 (a) Áreas do cisalhamento de bloco: Atg = 0,79 3,2 = 2,53 cm2 Atn = 0,79 (3,2 – 0,5 1,62) = 1,89 cm2 (0,5 Furos) Avg = 0,79 12,0 = 9,48 cm2

Avn = 0,79 (12,0 – 2,5 1,62) = 6,28 cm2 (2,5 Furos) (f) Ruptura da seção efetiva: Td = 0,75 Ae fu Td = 0,75 8,71 4,50 = 29,4 tf (v. pág. 8) (g) Escoamento da seção bruta: Td = 0,90 Ag fy Td = 0,90 11,48 3,45 = 35,7 tf (v. pág. 8) (h) Cisalhamento de bloco: 0,6 fu Avn = 0,6 ,50 6,28 = 16,96 tf > fu Atn fu Atn = 4,50 1,89 = 8,51 tf

0,79

12,0

3,2

Page 101: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Td = 0,75 (0,6 fu Avn + fy Atg) Td = 0,75 (16,96 + 3,45 2,53) = 19,3 tf (i) Resistência de Projeto: Td = 19,3 tf (a menor, cisalhamento de bloco) (j) Conclusão: A cantoneira não suporta os esforços, pois Td < Ts. 4.7.3 Duas chapas de 28 cm 2,0 cm são emendadas por parafusos de 2,0 cm de diâmetro conforme abaixo. Verifique se elas podem suportar uma carga de tração de 40 tf de carga permanente e 50 tf de carga de utilização. Aço MR 250. Dimensões em centímetros. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 40 + 1,5 50 (v. pág. 28) Ts = 131,0 tf (b) Área bruta: Ag = 2,0 28 = 56,00 cm2 (c) Área líquida dEf = 2,0 + 0,35 = 2,35 cm Rota 1 (2 Furos): An = 56,00 – 2 2,35 2,0 = 46,60 cm2

Rota 2 (4 Furos): An = 56,00 – 4 2,35 2,0 + 0,54

)5,7(22

2,0 = 48,45 cm2

Rota 3 (5 Furos): An = 56,00 – 5 2,35 2,0 + 0,54

)5,7(42

2,0 = 55,00 cm2

An = 46,60 cm2 (a menor)

2,0

5,0

5,0

5,0

4,0

4,0

5,0

4 7,5 cm

1 2 3

28,0

Page 102: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(d) Ruptura da seção efetiva: Td = 0,75Ae fu Td = 0,75 46,60 4,00 = 139,8 tf (v. pág.87) (e) Escoamento da seção bruta: Td = 0,90 Ag fy Td = 0,90 56,00 2,50 = 126,0 tf (v. pág. 8) (f) Resistência de Projeto: Td = 126,0 tf (a menor) (g) Conclusão: A peça não suporta os esforços, pois Td < Ts. E o cisalhamento de bloco? (Não é determinante!) 4.7.4 Verifique se o perfil U 15” 50,4 kg/m tem condições de suportar uma carga de tração permanente de 50 tf. Aço MR250, parafusos de 2,2 cm de diâmetro, dimensões em centímetros. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 (50) (v. pág. 28) (b) Área bruta: Ag = 64,20 cm2 (tabela) (v. pág. 22) (c) Área líquida dEf = 2,2 + 0,35 = 2,55 cm An = 64,20 – 3 2,55 1,0 = 56,55 cm2 (3 furos na rota de falha) (d) Área efetiva Ct = 0,75 (2 parafusos na linha do esforço) (v. pág. 97) Ae = 0,75 56,55 = 42,41 cm2 (b) Áreas do cisalhamento de bloco: Atg = 1,0 25,0 = 25,00 cm2 Atn = 1,0 (25,0 – 2 2,55) = 19,90 cm2 (2 Furos) Avg = 2 1,0 15,0 = 30,00 cm2 (por que 2 ?) Avn = 2 1,0 (15,0 – 1,5 2,55) = 22,35 cm2 (1,5 Furos) (f) Ruptura da seção efetiva: Td = 0,75 Ae fu Td = 0,75 42,41 4,00 = 127,2 tf (v. pág. 8)

1,0

25,0

15,0

Page 103: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(g) Escoamento da seção bruta: Td = 0,90 Ag fy Td = 0,90 64,20 2,50 = 144,5 tf (v. pág. 8) (h) Cisalhamento de bloco: 0,6 fu Avn = 0,6 4,00 22,35 = 53,64 tf < fu Atn fu Atn = 4,00 19,90 = 79,60 tf Td = 0,75 (0,6 fy Avg + fu Atn) Td = 0,75 (0,6 2,50 30,00 + 79,60) = 93,5 tf (i) Resistência de Projeto: Td = 93,5 tf (a menor) (j) Conclusão: A cantoneira suporta os esforços, pois Td > Ts. 4.7.5 Verifique se o perfil U 8” 17,1 kg/m tem condições de suportar uma carga de utilização de tração de 25 tf. Aço MR250, dimensões em centímetros. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,5 25 (v. pág. 28) Ts = 37,5 tf (b) Área bruta: Ag = 21,8 cm2 (tabela) (v. pág. 22) (c) Área líquida: An = 21, 8 cm2 (ligação soldada, sem furos) (d) Área efetiva:

1 < 32,200,28

bL = 1,38 < 1,5

Ct = 0,75 (v. pág. 97) Ae = 0,75 21,8 = 16,35 cm2

(e) Ruptura da seção efetiva: Td = 0,75 Ae fu Td = 0,75 16,35 4,00 = 49,1 tf (v. pág. 8) (f) Escoamento da seção bruta: Td =0,90 Ag fy Td = 0,90 21,8 2,50 = 49,1 tf (v. pág. 8) (g) Resistência de Projeto: Td = 49,1 tf

28,0

20,32 25 tf

Page 104: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(h) Conclusão: A cantoneira suporta os esforços, pois Td > Ts. E o cisalhamento de bloco? (Não existe. Somente se considera no caso de perfis e chapas finas tracionados e ligados por conectores com furos próximos da borda) 4.7.6 Dimensione uma barra redonda de aço MR250 para suportar as seguintes cargas de tração: Carga permanente: 8,2 tf ( g = 1,4) Carga de ocupação: 4,3 tf (q = 1,5) (v. pág. 28) (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 8,2 + 1,5 4,3 Ts = 17,93 tf (b) Resistência de projeto: Td = 0,65 x 0,75Agfu Td = 0,65 0,75 Ag 4,00 (v. pág. 8) Td = 1,95 Ag (c) Área da barra: Igualando a resistência de projeto com a solicitação de projeto Td = 1,95 Ag = 17,93 Ag = 9,19 cm2 (v. pág. 8) Esta área pode ser obtida com uma barra de 3,50 cm de diâmetro. 4.7.7 Verifique qual o maior comprimento possível para os seguintes perfis serem usados como membros tracionados de: (a) L 2½ ” 6,1 kg /m; (b) U 3” 6,1 kg/m. Limites de esbeltez conforme a NBR 8800 (v. pág. 98) Membro tracionado: L = 300 r (a) L 2½” 6,1 kg /m: r = rz = 1,24 cm (v. pág. 23) L = 300 r = 300 1,24 = 372 cm = 3,72 m (b) U 3” 6,1 kg /m: r = ry = 1,03 cm (v. pág. 22) L = 300 r = 300 1,03 = 309 cm = 3,09 m

50,342,34

cmA

d g

Page 105: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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5.0 Ligações parafusadas: 5.1 Tipos de conectores: Parafusos

Rebites (em desuso desde 1950) Pinos (ligação de tirantes)

Barras rosqueadas (ligação de coluna com base de concreto)

Soldas

Aços ASTM usados em conectores

Peça t v fy(tf/cm2) fu(tf/cm2) Nota

Parafusos comuns A307 0,65 0,60 4,15 d 102 mm (d 4”)

Parafusos de alta resistência A325 0,75 0,65

6,35

5,60

8,25

7,25

12,7 mm d 25,4 mm (½” d 1”)

25,4 mm < d 38,1 mm(1” d 1½”)

Parafusos de alta resistência A490 0,75 0,65 8,95 10,35 12,7 mm < d 38,1

mm(½” d 1½”) Barras rosqueadas

ASTM A36 ASTM A588

0,65 0,60

2,50 3,45

4,00 4,85

d 100 mm

(d 4”)

Page 106: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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5.2 Espaçamentos mínimos entre furos segundo a NBR 8800:

5.3 Espaçamentos máximos entre furos segundo a NBR 8800:

Peças Tracionadas: 25 t Peças Comprimidas: 15 t 5.4 Modos de falha de ligações aparafusadas: 1. Corte do parafuso (cisalhamento) 2. Esmagamento da chapa no apoio do parafuso 3. Rasgamento OU de furo até a borda OU entre furos 4. Tração no conector

a: centro de furo até a borda d: diâmetro do conector t: espessura da chapa

Valores de a para bordas laminadas ou cor-tadas a maçarico: a = d + 6 mm, d 19 mm a = d + 7 mm, 19 < d < 26 mm a = d + 9 mm, 26 d < 33 mm a = 1,25 d, d 33 mm

Valores de a para bordas cortadas com serra ou tesoura:

a = 1,75 d

F

F

2F

F

F

F

a

3d

3d

a

a 3d 3d

t

Page 107: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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5.5 Resistências de projeto de ligações aparafusadas: 1. Dimensionamento a corte (cisalhamento) no conector

Rd = m v Rnv m: número de superfícies de corte

v = 0,60 para parafusos comuns (ASTM A307) e barras rosqueadas v = 0,65 para parafusos de alta resistência (ASTM A325, A490)

Parafusos com rosca no plano de corte e barras rosqueadas Rnv = 0,7 Ag × 0,6 fu

Parafusos de alta resistência com rosca fora do plano de corte Rnv = Ag× 0,6 fu d: diâmetro do conector (não confundir com dEf ) t : espessura da chapa

Ag: Área bruta transversal do conector Ag = ¼ d2

2. Dimensionamento a esmagamento da chapa na superfície de apoio do conector Rd = Rn

= 0,75 Rn = 3,0 d.t.fu (se as cargas forem reversíveis, Rn = 2,4 d.t.fu) 3. Dimensionamento a rasgamento da chapa Rd = Rn = 0,75 Rn = a.t.fu Quem é a? O menor valor entre

centro de furo e borda da chapa centro de furo e borda de furo

4. Dimensionamento a tração no conector Rd = tRnt t = 0,65 para parafusos comuns e barras rosqueadas t = 0,75 para parafusos de alta resistência (ASTM A325, A490) Rnt = 0,75 Ag. fu

m = 1

m = 2

d Ag

a a

Page 108: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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5.6 Exemplos: 5.6.1 Duas chapas de 20,4 cm 1,27 cm são ligadas entre si por duas chapas laterais de 0,95 cm de espessura conforme a figura abaixo. As chapas estão sujeitas a uma carga de tração composta por uma carga permanente de 20 tf e uma carga de utilização de 10 tf. Verifique a segurança da peça. Chapas ASTM A36, parafusos ASTM A307, diâmetro 2,22 cm, rosca no plano de corte. Dimensões em centímetros.

(a) A primeira etapa da solução consiste em determinar qual o elo mais fraco da peça, identificando como as forças se transmitem através da ligação.

Observe que uma força 2F na chapa central é transmitida pelas chapas laterais através de duas forças F. Assim, a tensão de tração na chapa central será de

FFbtF

AFft 0772,0

27,14,20222

e nas chapas laterais

FFbtF

AFft 0516,0

95,04,20

Portanto, a chapa central de maior espessura é o elemento mais tensionado, portanto o elo fraco da ligação e que deverá ser verificado. (b) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 20 + 1,5 10 Ts = 43,0 tf (c) Área bruta da chapa: Ag = 20,4 1,27 = 25,91 cm2

(d) Área líquida da chapa:

dEf = 2,22 + 0,35 = 2,57 cm An = 25,91 – 3 2,57 1,27 = 16,12 cm2 (3 Furos na rota de falha)

2F F

F

t = 1,27

t = 0,95

t = 0,95

5,1 5,1 7,0

3,8

6,4

6,4

3,8

Page 109: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(e) Áreas do cisalhamento de bloco: Atg = 2 1,27 3,8 = 9,65 cm2 (por que 2 ?)

Atn = 2 1,27 (3,8 – 0,5 2,57) = 6,39 cm2 (0,5 Furos) Avg = 2 1,27 12,1 = 30,73 cm2 (por que 2 ?) Avn = 2 1,27 (12,1 – 1,5 2,57) = 20,94 cm2 (1,5 Furos) (f) Ruptura da seção efetiva:

Td = t Ae fu (t = 0,75) Td = 0,75 16,12 4,00 = 48,36 tf (g) Escoamento da seção bruta:

Td = t Ag fy (t = 0,90) Td = 0,90 25,91 2,50 = 58,30 tf (h) Cisalhamento de bloco:

0,6 fu Avn = 0,6 4,00 20,94 = 50,26 tf fu Atn = 4,00 6,39 = 25,56 tf Td = 0,75 0,6 fu Avn + fy Atg) Td = 0,75 (50,26 + 2,5 9,65) = 55,79 tf (i) Corte nos parafusos: (v. pág. 106)

Rd = m v Rnv 6 (6 parafusos) m = 2 (por que?) v = 0,60 (parafusos comuns) Rnv = 0,7 Ag × 0,6 fu (rosca no plano do corte) Ag = ¼ d2

= ¼ (2,22)2 = 3,87 cm2 (área bruta do parafuso) Rnv = 0,7 × 3,87 × 0,6 × 4,15 = 6,75 tf (fu do parafuso?) (v. pág. 104) Rd = 2 0,60 6,75 ×6 = 48,60 tf (j) Esmagamento da chapa: Rd = 3,0 d t fu ×6 (6 parafusos) = 0,75 Rd = 0,75 × 3,0 × 2,22 × 1,27 × 4,00 ×6 (fu da chapa?) (v. pág. 8) Rd = 152,25 tf (k) Rasgamento da chapa: Rd = a t fu ×6 (6 parafusos) = 0,75 a = 5,10 cm (centro de furo até borda da chapa) a = 7,0 – 0,5 2,22 = 5,89 cm (centro de furo até borda de furo) a = 5,10 cm (o menor) Rd = 0,75 × 5,10 × 1,27 × 4,00 ×6 (fu da chapa?) Rd = 116,59 tf

Page 110: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(l) Resistência de projeto: Rd = 48,36 tf (a menor: ruptura da seção efetiva) (m) Conclusão: Como Rd > Ts, a peça suporta os esforços solicitantes. 5.6.2 O tirante de uma treliça de telhado é constituído por duas cantoneiras L 2½ ” × 6,1 kg/m, ligadas a uma chapa de 0,63 cm de espessura conforme a figura abaixo. Verifique se o tirante consegue suportar uma carga de utilização de 10 tf além de uma carga permanente de 5 tf. Chapa e perfis ASTM A36, parafusos ASTM A325 de 1,27 cm (½”) de diâmetro. Dimensões em centímetros.

(a) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 × 5 + 1,5 × 10 Ts = 22,00 tf (b) Área bruta das cantoneiras: Ag = 2 × 7,68 = 15,36 cm2 (Tabela. Por que 2 × ?) (c) Área líquida das cantoneiras:

dEf = 1,27 + 0,35 = 1,62 cm An = 2 × (7,68 – 1 × 1,62 × 0,63) = 13,32 cm2 (1 Furo na rota de falha) (d) Área efetiva das cantoneiras: Ct = 0,85 (mais de 3 conectores na linha do esforço) Ae = Ct An = 0,85 ×13,32 = 11,32 cm2 (e) Áreas do cisalhamento de bloco: Atg = 2 × 0,63 2,9 = 3,65 cm2 (por que 2× ?) Atn = 2 × 0,63 (2,9 – 0,5 × 1,62) = 2,63 cm2 (0,5 Furos) Avg = 2 × 0,63 18,5 = 23,31 cm2 (por que 2× ?) Avn = 2 × 0,63 (18,5 – 4,5 × 1,62) = 14,12 cm2 (4,5 Furos) (f) Ruptura da seção efetiva:

Td = t Ae fu (t = 0,75) Td = 0,75 × 11,32 × 4,00 = 33,96 tf

10 tf

2,5 4 4,0 cm 2,5

2,9

3 0,63 cm

Page 111: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(g) Escoamento da seção bruta: Td = t Ag fy (t = 0,90) Td = 0,90 × 15,36 × 2,50 = 34,56 tf (h) Cisalhamento de bloco:

0,6 fu Avn = 0,6 × 4,00 × 14,12 = 33,89 tf fu Atn = 4,00 × 2,63 = 10,52 tf Td = 0,75 (0,6 fu Avn + fy Atg) Td = 0,75 (33,89 + 2,5 × 3,65) = 32,26 tf (i) Corte nos parafusos: (v. pág. 106)

Rd = m v Rnv ×5 (5 parafusos) m = 2 (por que?) v = 0,65 (parafusos de alta resistência A325) Rnv = 0,7 Ag × 0,6 fu (rosca no plano do corte) Ag = ¼ d2

= ¼ (1,27)2 = 1,27 cm2 (área bruta do parafuso) Rnv = 0,7 × 1,27 × 0,6 ×8,25 = 4,39 tf (fu do parafuso?) (v. pág. 104) Rd = 2 × 0,65 × 4,39 × 5 = 28,54 tf (j) Esmagamento da chapa: Rd = 3,0 d t fu × 5 (5 parafusos) = 0,75 Rd = 0,75 × 3,0 × 1,27 × 0,63 × 4,00 × 5 (fu da chapa?) (v. pág. 8) Rd = 36,00 tf (k) Rasgamento da chapa:

Rd = a t fu × 5 (5 parafusos) = 0,75 a = 2,50 cm (centro de furo até borda da chapa) a = 4,0 – 0,5 1,27 = 3,37 cm (centro de furo até borda de furo) a = 2,50 cm (o menor) Rd = 0,75 × 2,50 ×0,63 ×4,00 × 5 (fu da chapa?) Rd = 23,63 tf (l) Resistência de projeto: Rd = 23,63 tf (a menor: rasgamento da chapa) (m) Conclusão: Como Rd > Ts, a peça suporta os esforços solicitantes. 5.6.3 Verificar se o perfil U 12” × 30,7 kg/m pode suportar uma carga permanente de tração de 42 tf. Dimensione o número necessário de parafusos de alta resistência ASTM A325 de diâmetro 1,59 cm (5/8”), rosca no plano de corte. Chapa e perfil ASTM A36. Dimensões em centímetros.

Page 112: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(a) Solicitação de projeto:

Ts = 1,4 × 42 Ts = 58,80 tf (b) Área bruta do perfil U:

Ag = 39,1 cm2 (Tabela) (c) Área líquida do perfil U:

dEf = 1,59 + 0,35 = 1,94 cm An = 39,1 – 4 × 1,94 × 0,711 = 33,58 cm2 (4 Furos na rota de falha) (d) Área efetiva do perfil U:

Ct = 0,85 (3 conectores na linha do esforço) Ae = Ct An = 0,85 × 33,58 = 28,55 cm2 (e) Áreas do cisalhamento de bloco: Atg = 0,711 × 15,0 = 10,67 cm2 Atn = 0,711 (15,0 – 3,0 × 1,94) = 6,53 cm2 (3,0 Furos) Avg = 2 × 0,711 20,0 = 28,44 cm2 (por que 2 × ?) Avn = 2 × 0,711 (20,0 – 3,5 × 1,94) = 18,78 cm2 (3,5 Furos) (f) Ruptura da seção efetiva:

Td = t Ae fu (t = 0,75) Td = 0,75 × 28,55 × 4,00 = 85,65 tf (g) Escoamento da seção bruta: Td = t Ag fy (t = 0,90) Td = 0,90 × 39,1 × 2,50 = 87,98 tf

0,711 cm

3 5,0 cm

5 5,0 cm

42 tf

Page 113: Notas de Aula Estruturas Metalicas

113

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(h) Cisalhamento de bloco:

0,6 fu Avn = 0,6 × 4,00 × 18,78 = 45,07 tf fu Atn = 4,00 × 6,53 = 26,12 tf Td = 0,75 (0,6 fu Avn + fy Atg) Td = 0,75 (45,07 + 2,5 × 10,67) = 53,81 tf < Ts (não passa) Aumentando o espaçamento longitudinal entre os furos de 5,0 cm para 6,0 cm, as áreas tracionadas do cisalhamento de bloco permanecem as mesmas. Entretanto, as áreas cisalhadas aumentam: Avg = 2 × 0,711 24,0 = 34,13 cm2 (por que 2 × ?) Avn = 2 × 0,711 (24,0 – 3,5 × 1,94) = 24,47 cm2 (3,5 Furos) 0,6 fu Avn = 0,6 4,00 × 24,47 = 58,73 tf Td = 0,75 (58,73 + 2,5 × 10,67) = 64,06 tf > Ts (OK) (i) Corte em 1 parafuso: Rd = m v Rnv × 1 (1 parafuso) m = 1 (por que?) v = 0,65 (parafusos de alta resistência A325) Rnv = 0,7 Ag × 0,6 fu (rosca no plano do corte) Ag = ¼ d2

= ¼ (1,59)2 = 1,99 cm2 (área bruta do parafuso) Rnv = 0,7 × 1,99 × 0,6 × 8,25 = 6,88 tf (fu do parafuso?) Rd = 1 0,65 6,88 1 = 4,47 tf

(j) Número de parafusos: 47,480,58 = 13,15 Usar 14 parafusos

(k) Corte em 14 parafusos:

Rd = 4,47 × 14 (14 parafusos) Rd = 62,58 tf > Sd (l) Esmagamento da chapa:

Rd = 3,0 d t fu × 14 (14 parafusos) = 0,75 Rd = 0,75 × 3,0 ×1,59 × 0,711 ×4,00 × 14 (fu da chapa?) Rd = 142,44 tf (m) Rasgamento da chapa:

Rd = a t fu ×14 (14 parafusos) = 0,75 a = 6,00 cm (centro de furo até borda da chapa) a = 6,0 – 0,5 × 1,59 = 5,21 cm (centro de furo até borda de furo) a = 5, 21 cm (o menor) Rd = 0,75 × 5, 21 × 0,711 × 4,00 × 14 (fu da chapa?) Rd = 155,58 tf

Page 114: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(n) Resistência de projeto: Rd = 62,58 tf (a menor: corte nos parafusos) (o) Conclusão: Como Rd > Ts, a peça suporta os esforços solicitantes. 5.6.4 Calcule o número mínimo de parafusos ASTM A325 de 1,27 cm de diâmetro (½”) necessários para suportar uma carga de utilização de 35 tf (q = 1,5). Considere que as chapas dos flanges são rígidas. Adote um número par de parafusos para evitar o desbalanceamento do perfil I. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,5 35 Ts = 52,50 tf (b) Resistência à tração de 1 parafuso: (v. pág. 106)

Rd = t 0,75 Ag fu × 1 (1 parafuso) t = 0,75 (parafuso de alta resistência A325)

Ag = ¼ d2 = ¼ (1,27)2 = 1,27 cm2

Rd = 0,75 × 0,75 × 1,27 × 8,25 × 1 = 5,89 tf (fu do parafuso?) (v. pág. 104)

(c) Número de parafusos: 9,889,550,52

(d) Conclusão: Usar 10 parafusos.

35 tf

Page 115: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.0 Ligações soldadas: 6.1 Solda elétrica: Processos de soldagem elétrica mais usados em estruturas metálicas Eletrodo manual revestido (SMAW – shielded metal arc welding) Arco submerso em material granular fusível (SAW – submerged arc welding): muito usado em oficinas pois é apropriado para automatização e proporciona soldas de grande uniformidade.

Ligações Soldadas - Esquema da solda elétrica

A polaridade mais usual é a polaridade inversa (CC+), também chamada de polaridade positiva, onde o eletrodo está ligado ao pólo positivo e a peça ao pólo negativo. Neste caso o bombardeio de elétrons é da peça para o eletrodo, que ficará mais quente, implicando em menor energia de soldagem transferida para a peça e conseqüentemente obtém-se soldas com ZTAs mais estreitas (o que é sempre desejável). O revestimento do eletrodo pode ser um fator limitante para uso desta polaridade, pois existem alguns revestimentos especiais que não suportam aquecimento excessivo e, portanto, são indicados para serem usados apenas em polaridade direta (CC-), também conhecida por polaridade negativa. Obs.: CC = corrente cocntínua; ZTA = zona termicamente afetada

Metal base Metal base

Metal de adição (metal da solda)

Máquina de solda (Gerador de CC)

Arco

Eletrodo revestido

Metal de adição

Escória

Gases

+

Elétrons

Page 116: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.2 Classificação de eletrodos para solda manual segundo a AWS:

Segundo a AWS (American Welding Society), os eletrodos são designados do seguinte modo: EaaXY

E: Eletrodo aa: resistência do material de solda (fw) em ksi (1 tf/cm2 = 14,22 ksi)

X: código de posição de soldagem (1 ksi = 6,897 MPa) 1: qualquer posição

2: posição horizontal e plana 3: posição plana 4: posição vertical descendente, plana, horizontal e sobre-cabeça Y: código do tipo de corrente, penetração do arco e do revestimento do eletrodo Exemplos: E6018: Eletrodo com resistência de 60 ksi, qualquer posição de soldagem, arco leve, penetração média, baixo teor de hidrogênio. E7018: Eletrodo com resistência de 70 ksi e as as mesmas características do E6018. 6.3 Classificação das soldas quanto à posição do material de adição em relação ao material base:

Solda de entalhe (groove weld) Solda de filete

(fillet weld)

Solda de orifício ou de tampão (plug weld ou slot weld)

Page 117: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.4 Classificação de chanfros de soldas de entalhe: 6.5 Classificação de soldas quanto à posição relativa das peças: 6.6 Posições de soldagem

Sem chanfro

Chanfro em bisel simples

Chanfro em bisel duplo

Chanfro em V simples

Chanfro em V duplo

Ligação de topo

Ligação em T

Ligação de canto

Ligação com transpasse

Posição horizontal Posição plana

Page 118: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.7 Simbologia de solda:

Filete Tampão Entalhe Solda em toda a volta

Solda de campo Sem chanfro V Bisel

◄ Extremidade da solda S: Dimensão do cordão L: Comprimento do cordão de solda P: Passo do cordão (soldas intermitentes)

Ligações Soldadas - Exemplos de simbologia de solda 80

6

Posição sobrecabeça Posição vertical

E6018

40 80 6 40

Especificação S (Lado Distante) L-P

(Lado Próximo)

Page 119: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.8 Anomalias de solda: Fusão incompleta Falta de penetração Inclusão de escória Porosidade Trinca Distorção (Tensões residuais) 6.9 Controle de qualidade e inspeção de solda: As soldas de estruturas metálicas devem ser feitas por Soldadores qualificados usando procedimentos qualificados e inspecionadas por inspetores de solda qualificados Principais Métodos de Inspeção Inspeção visual Líquido penetrante Partículas magnéticas Gamagrafia Raios X Ultrassom 6.10 Eletrodos usuais: E60XY: fw = 4,20 tf/cm2 (60 ksi) Obs.: 1 ksi = 6,897 MPa

E70XY: fw = 4,90 tf/cm2 (70 ksi) E80XY: fw = 5,60 tf/cm2 (80 ksi)

Page 120: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Eletrodos compatíveis com aços ASTM (ver NBR 8800, tabela 7) MR250 A36: E60XY ou E70XY AR345 A242, A441, A572: E70XY ou E80XY

6.11 Soldas de Filete:

Dimensões Mínimas de Soldas de FileteEspessura da chapa

(mm) Lado do filete (b)

(mm) Até 6,35 3 Até 12,5 5 Até 19 6

Acima de 19 8

Dimensões Máximas de Soldas de Filete Espessura da chapa ligada (t) Lado do filete (b)

Até 6,3 mm t Além de 6,3 mm t 1,5 mm

Comprimento Mínimo de Soldas de Filete:

LMín = Máx (4b; 4 cm)

Exemplo 1: b = 0,6 cm; LMín = Máx (4 0,6; 4) = Máx (2,4; 4) = 4 cm Exemplo 2: b = 1,6 cm; LMín = Máx (4 1,6; 4) = Máx (6,4; 4) = 6,4 cm

b: perna, lado tw: garganta, espessura tw = 0,7 b

b

t

tw

b

b

Raiz

Face

Page 121: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.12 Dimensionamento de ligações soldadas segundo a NBR 8800: 1. Soldas de Entalhe

(a) Tração ou compressão (eletrodo compatível) com penetração total (*) Metal base: Rd = 0,90 L t fy (b) Cisalhamento (escolher o menor valor) Metal base: Rd = 0,90 L t (0,60 fy) Metal de adição: Rd = 0,75 L t (0,60 fw) 2. Soldas de Filete As soldas de filete são sempre dimensionadas ao cisalhamento. Escolher o menor valor entre: Metal base: Rd = 0,90 b L (0,60 fy) Metal de adição: Rd = 0,75 tw L (0,60 fw)

Aço Eletrodo Rd Metal Base Rd Metal de Adição MR250 E60 1,93 twL 1,87twL MR250 E70 1,93 twL 2,18 twL AR345 E70 2,66 wL 2,18 twL

Nota: Rd medido em tf; tw e L medidos em cm. (*) No caso de penetração parcial, checar também para Rd = 0,75 L t (0,60 fw) e escolher o menor valor.

L

t

L

tw

Page 122: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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3. Soldas de Tampão As soldas de tampão são sempre dimensionadas ao cisalhamento da área do tampão (AT). Escolher o menor valor entre (NBR 8800, tabela 8): Metal base: Rd = 0,90 AT (0,60 fy) Metal de adição: Rd = 0,75 AT (0,60 fw) As dimensões do furo e da solda devem obedecer a disposições estabelecidas na NBR 8800, 6.13 Exemplos: 6.13.1 A chapa abaixo deve suportar uma carga de utilização de 25 tf (q = 1,5). Calcule o comprimento de solda necessário, considerando b = 0,5 cm. Chapas ASTM A36, eletrodo E60XY. (a) Solicitação de projeto: Sd = 1,5 25

Sd = 37,50 tf (b) Resistência de projeto de solda de filete: Rd = 1,87 tw L 2 (por que 2?) (v. pág. 120)

Rd = Sd = 37,50 tf tw = 0,7 b = 0,7 0,5 = 0,35 cm

37,50 = 1,87 0,35 L 2 L = 28,7 cm 30 cm

AT

L

30 cm 25 tf

(v. pág. 119 MR250)

Page 123: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(c) Conclusão: Usar L = 30 cm (por que?). Nota: Foi solicitado apenas o comprimento do cordão de solda. Em um caso real, seria necessário verificar a resistência da chapa. 6.13.2 Exemplo 2: Verifique se a ligação soldada da chapa abaixo, de 10 cm 1,27 cm, pode suportar uma carga de tração permanente de 10 tf. Chapas ASTM A36, eletrodo E60XY, dimensões em centímetros. (a) Solicitação de projeto:

Sd = 1,4 10 Sd = 14,00 tf

(b) Resistência de projeto de solda de entalhe (observe que o eletrodo é compatível): Rd = 0,90 L t Fy

Rd = 0,90 10 1,27 2,50 (v. pág. 8) Rd = 28,58 tf

(c) Conclusão: Como Rd > Sd, a peça pode suportar o esforço. Nota: Foi solicitada apenas a verificação do cordão de solda. Em um caso real, seria necessário verificar a resistência da chapa. 6.13.3 Determine a máxima carga de tração permanente G que pode ser suportada pela ligação soldada da chapa abaixo, de 15 cm 1,27 cm. Dimensões das soldas de filete: b = 0,6 cm, L = 10 cm. Dimensões da solda de tampão: 10 cm 2,0 cm. Chapas ASTM A36, eletrodo E60XY, dimensões em centímetros.

1,27

10 tf 10

(v. pág. 116)

Page 124: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(a) Solicitação de projeto: Sd = 1,4 G (b) Escoamento da seção bruta Td = t Ag fy t = 0,90

Ag = 1,27 15 = 19,05 cm2 fy = 2,50 tf /cm2 (ASTM A36) (v. pág. 8)

Td = 0,90 19,05 2,50 = 42,87 tf (c) Ruptura da seção efetiva Td = t An fu t = 0,75

An = Ag = 19,05 cm2 fu = 4,00 tf /cm2 (ASTM A36) (v. pág. 8)

Td = 0,75 19,05 4,00 = 57,15 tf

(d) A resistência da ligação é a soma das resistências das duas soldas de filete e da solda de tampão. (i) Resistência de projeto das soldas de filete:

Rd = 1,87 tw L 2 (por que 2) tw = 0,7 b = 0,7 0,6 = 0,42 cm L = 10 cm Rd = 1,87 0,42 10 2 = 15,71 tf

(ii) Resistência de projeto da solda de tampão: Rd = 0,75 AT (0,60 fw)

AT = 10 2,0 = 20,0 cm2 fw= 4,20 tf/cm2 (v. pág. 104)

Rd = 0,75 20,0 0,60 4,20 = 37,80 tf Rd = 0,90 AT (0,60 fy) = 0,90 20,0 0,60 2,50 = 27 tf

(iii) Resistência de projeto da solda: Rd = 15,71 + 27 = 42,71 tf (f) Resistência de projeto da ligação: Rd = 42,71 tf (a menor) (g) Conclusão: 1,4G = 42,71

G = 30,51 tf

G

10

15

Page 125: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.13.4 Verificar se o perfil U 12” 30,7 kg/m pode suportar uma carga permanente de tração de 42 tf. Dimensione o cordão de solda necessário. Chapa e perfil ASTM A36, eletrodo E6018. Dimensões em centímetros. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 42 Ts = 58,80 tf (b) Área bruta do perfil U: Ag = 39,1 cm2 (Tabela) (c) Área efetiva do perfil U: Ct = 0,75 (estimativa) Ae = 0,75 39,1 = 29,33 cm2 (d) Ruptura da seção efetiva:

Td = t Ae fu (t = 0,75) Td = 0,75 29,33 4,00 = 87,99 tf (>58,80 Ok) (e) Escoamento da seção bruta:

Td = t Ag fy (t = 0,90) Td = 0,90 39,1 2,50 = 87,98 tf (>58,80 OK) (f) Dimensão do filete de solda: b = 0,5 cm (v. pág. 119) (g) Resistência de projeto de solda de filete: Rd = 1,87 tw L 2 (por que 2 ?)

tw = 0,7 b = 0,7 0,5 = 0,35 cm (h) Igualando Rd a Sd, 1,87 0,35 L 2 = 58,80

L = 44,9 cm 45 cm (i) Conclusão: Usar L = 45 cm > Lmín = Máx(4b; 4cm) (v. pág. 119)

0,711 cm

30,48 cm

L

42 tf

Page 126: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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6.13.5 Verificar se a cantoneira L 6” 22,2 kg/m pode suportar uma carga permanente de tração de 40 tf. Dimensione o cordão de solda necessário. Chapa e perfil ASTM A36, eletrodo E7018. Dimensões em centímetros. Balancear a solda. (a) Solicitação de projeto: Ts = 1,4 40 = 56,00 tf (b) Área bruta do perfil L: Ag = 28,13 cm2 (Tabela) (c) Área efetiva do perfil L: Ct = 0,75 (estimativa) Ae = 0,75 28,13 = 21,10 cm2 (d) Ruptura da seção efetiva:

Td = t Ae Fu (t = 0,75) Td = 0,75 21,10 4,00 = 63,29 tf (e) Escoamento da seção bruta: Td = t Ag Fy (t = 0,90) Td = 0,90 28,13 2,50 = 63,29 tf (f) Dimensão do filete de solda: b = 0,6 cm (v. pág. 105) (g) Resistência de projeto de solda de filete: Rd = 1,93 tw L (v. pág. 120) tw = 0,7 b = 0,7 0,6 = 0,42 cm (h) Igualando Rd a Sd, Rd = 1,93 0,42 L = 56,00 (i) Comprimento total (L) do cordão de solda: L = 69,10 cm. Usar L = 70 cm

4,2

11,0

0,95

CG

40 tf

F1

F3

F2

L1

L2 (= 15,2 cm)

L3

Page 127: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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(j) Balancear o cordão de solda significa dimensionar os comprimentos L1 e L3 de modo que o momento da carga aplicada e das forças nos cordões de solda seja nulo (observe que o segundo cordão de solda tem um comprimento L2 = 15,2 cm, igual à altura da cantoneira). (k) Tomando os momentos da carga aplicada e de F1 e F2 em relação ao terceiro cordão de solda,

56,00 11,0 – F1 15,2 – F2 0,5 15,2 = 0 (l) Como F2 = 1,93 0,42 15,2 = 12,32 tf (porque?) (v. pág. 111) F1 = 34,48 tf (m) Como F1 = 1,93 0,42 L1 = 34,37 tf (porque?) L1 = 42,40 43 cm. Usar L1 = 43 cm (n) Comprimento total (L) do cordão de solda: L = L1 + 15,2 + L3 L3 = 11,8 12 cm. Usar L3 = 12 cm

Page 128: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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3ª. Lista de Exercícios Nota: Nesta lista, não estamos preocupados com a resistência das conexões (parafusos e soldas). Este assunto será discutido posteriormente. 1. Calcule a resistência de projeto à tração da cantoneira L 3” 3” 9,1 kg/m. Os parafusos são de ½ pol. Material da cantoneira: ASTM A242. 2. Calcule as áreas bruta, líquida e efetiva da peça abaixo. Diâmetro dos parafusos: 1”. Dimensões em centímetros, a menos quando indicado o contrário. 3. Calcule a resistência de projeto à tração do perfil U 4” 8,0 kg/m. Material da cantoneira: ASTM A242. Dimensões em centímetros, a menos quando indicado o contrário. 4. Dimensione uma barra redonda em ASTM A588 para suportar as seguintes cargas de tração:

Carga Permanente: 8,2 tf Carga de Ocupação: 4,3 tf Carga de Vento: 1,5 tf

4,0

3,5 4,5

3,0

4,0

0,64

10,2

10,2

5,0

8,0

3,2

Page 129: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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4ª. Lista de Exercícios

Nota: Dimensões em centímetros, exceto onde indicado o contrário. 1. Calcule a resistência de projeto à tração da cantoneira L 3” 9,1 kg/m. Parafusos A325 de pol. Cantoneira: ASTM A36. 2. Calcule a resistência de projeto à tração da peça abaixo. Chapa em ASTM A242, espessura 0,64 cm. Parafusos A325 de 1”. 3. Calcule o número mínimo de parafusos A325 de diâmetro igual a 22 mm (7/8”) necessários para suportar uma carga de utilização de 500 kN. Admitir que as chapas dos flanges são rígidas. Adotar um número par de parafusos.

4,4

3x4,0 cm

4,0

3,5 4,5

3,0

4,0

5,0

500 kN

4,0

Page 130: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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5ª. Lista de Exercícios

Nota: Dimensões em centímetros, exceto onde indicado o contrário. 1. Calcule a resistência de projeto à tração da cantoneira L 3” 9,1 kg/m e dimensione os cordões de solda necessários. Material da cantoneira: ASTM A36. 2. Dimensione os cordões de solda de filete para suportar uma carga de utilização de 10 tf da figura abaixo. Material da chapa: ASTM A36. Dimensões da chapa: 12 cm 0,95 cm. 3. Refaça o problema 2 considerando solda de topo. 4. Dimensione os cordões de solda de filete para suportar uma carga de utilização de 10 tf e uma carga de utilização de 5,0 tf da figura abaixo. Material da chapa: ASTM A242. Dimensões da chapa: 12 cm 1,27 cm.

10 tf

10 tf

Page 131: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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7.0 Peças comprimidas: 7.1 Modos de falha de barra comprimida:

Quando uma peça é comprimida, ela pode falhar por compressão direta, ou seja, a peça entra em colapso quando a tensão de compressão atingir o limite de escoamento do material.

Peças esbeltas sujeitas à compressão podem sofrer flambagem. Para entender este fenômeno, vamos considerar um mecanismo composto por duas barras articuladas sujeitas a uma força de compressão N. Para tentar manter o equilíbrio do mecanismo, uma mola de rigidez k suporta lateralmente a articulação central. Vamos considerar ainda que o ponto médio do conjunto sofreu um pequeno deslocamento x (causado por alguma força acidental).

Considerando a barra inferior, temos três momentos tentando girá-la em torno do apoio inferior: os momentos das forças N, ½ kx e kx. Os dois primeiros tendem a aumentar o deslocamento da barra; o último, a restaurar sua posição de equilíbrio vertical. Temos três possibilidades: (a) Equilíbrio estável kx L > ½ kx L + Nx ½ kxL > Nx

N < ½ kL (b) Colapso da estrutura kx L < ½ kx L + Nx ½ kxL < Nx

N > ½ kL (c) Equilíbrio indiferente kx L = ½ kx L + Nx ½ kxL = Nx

Nc = ½ kL A carga Nc = ½ kL, que leva a estrutura à beira do colapso, é chamada de carga crítica. Resumindo, uma peca comprimida pode falhar por Compressão direta (escoamento ou ruptura) Flambagem

N

k

L

L

x

N

kx

N

½ kx

½ kx

L

L

A N kx

N

½ kx

½ kx

L

Page 132: Notas de Aula Estruturas Metalicas

132

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Uma peça comprimida pode apresentar três comportamentos, dependendo de sua esbeltez: Pequena esbeltez: Falha por compressão direta (escoamento ou ruptura) Grande esbeltez: Falha por flexão (flambagem) Média esbeltez: Comportamento intermediário

fc = AN

7.2 Flambagem elástica de colunas birrotuladas (Euler, 1744):

NE = 2

2

LEI

fE = A

N E

fE = ALEI

2

2

fE = IAL

E/2

2

fE = )//(2

2

AILE

fE = 22

2

/ rLE

E se a coluna não for birrotulada?

NE = 2

2

)(KLEI

fE = 2

2

)/( rKLE

N N A

NE: Carga crítica de Euler E: Módulo de elasticidade do material I: Momento de inércia da seção transversal L: Comprimento da coluna fE: Tensão crítica de Euler r: Raio de giração

K: Fator de comprimento efetivo KL: Comprimento de flambagem

Page 133: Notas de Aula Estruturas Metalicas

133

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Fatores de comprimento efetivo K recomendados pela NBR 8800 Nota: Valores teóricos Que comprimento L usar? Que momento de inércia I ou que raio de giração r usar? (a) Coluna sem qualquer restrição lateral: o menor I , o menor r

K = 1,0 K = 0,7

K = 2,0

K = 0,5

K = 1,0 K = 0,8

K = 2,1

K = 0,65

K = 1,2

K = 2,0

Flambagem em torno do eixo y-y:

Iy

Flambagem em torno do eixo y-y:

Iy

Flambagem em qualquer direção

Flambagem em torno do eixo zz:

Iz

30

L = 30 m

15

15

L = 15 m

10

10

10

L = 10 m

10

20

L = ?

x x

y

y y

x x

y

x x

y

y

x

y

y

z

z

x

K = 2,0

K = 1,0

Page 134: Notas de Aula Estruturas Metalicas

134

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(b) Coluna com contenção lateral impedindo a flambagem em uma direção. Exemplo: coluna embutida em parede. 7.3 Limitação da equação de Euler:

A tensão crítica de Euler é válida apenas para o regime elástico, pois, de acordo com sua equação, quando o índice de esbeltez KL/r tende a zero, a tensão crítica de Euler fE tende a infinito. Com peças reais, isto não pode acontecer, pois todo material tem resistência limitada.

Como acontece a falha por compressão de peças reais?

7.4 Dimensionamento de peças comprimidas pela NBR 8800::

(a) Limite de esbeltez: 200r

KL

(*) fc = tensão última Nc = carga última Nc = Ag . fc

Flambagem em torno do eixo x-x:

Ix

Flambagem em torno do eixo y-y:

Iy

Flambagem em torno do eixo x-x:

Ix

Flambagem em torno do eixo y-y:

Iy

1,0

fc/fy =Nc/(Ag . fy) (*)

KL/r

Falha por flambagem inelástica

Falha por flambagem elástica (Euler)

Falha por escoamento ou fratura

x x

y

y

y y

x

x

y y

x

x y

x x

y

Page 135: Notas de Aula Estruturas Metalicas

135

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(b) Parâmetro de esbeltez

E

Fr

KLrKLE

FFF yy

E

y2

2

222

//

E

Fr

KL y2

Aços MR250, = 100.2

50,22 r

KL = 0,0111 KL/r

Aços AR345, = 100.2

45,32 r

KL = 0,0131 KL/r

(c) Carga resistente de projeto (Nd) Nd = c Ag fc c = 0,90

Ag: Área bruta da seção transversal fc: Tensão resistente(ou tensão última) à compressão obtida do gráfico em função de e do tipo de peça. Obs. ρ indica a porcentagem de resistência.

yc

y

c

ffff

Page 136: Notas de Aula Estruturas Metalicas

136

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Classificação das curvas de flambagem de seções

de acordo com a NBR 8800

Seção transversal Flambagem em torno do eixo

Curva de Flambagem

Perfil tubular

x-x y-y a

Perfil caixão soldado

Em geral

x-x y-y b

Solda de grande espessura

x-x

y-y c

Perfil I e H laminado

d/b > 1,2 t 40 mm

x-x y-y

a b (a)

d/b 1,2 t 40 mm

x-x y-y

b (a) c (b)

t > 40 mm

x-x y-y

d d

Perfil I e H soldado

t 40 mm

x-x y-y

b c

t > 40 mm

x-x y-y

c d

Perfis U, L e T Barras de seção cheia

x-x y-y c

Notas: 1. Seções não incluídas na tabela devem ser classificadas de forma análoga. 2. As curvas de flambagem indicadas entre parêntesis podem ser adotadas para aços de alta resistência onde fy > 430 MPa. 3. Para barras compostas (peças de seção múltipla) comprimidas, deverá ser usada a curva c para flambagem relativa ao eixo que não intercepta os perfis componentes principais.

x

y y

x

y

x

x

y

b

d

t1

t2 b/t1 < 30

d/t2 < 30

d

b

x

y t

b

x

y t1 t2 t

x

y

b

x

y x

y

x y

x

y

y

Page 137: Notas de Aula Estruturas Metalicas

137

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Curvas de Flambagem da NBR 8800:

7.5 Resistência de barras circulares (MR250, KL = 6,00 m, A = 100 cm2):

Diâmetro Externo (D)

(cm)

Diâmetro Interno

(cm)

Espessura (t) (cm) D/t KL/r Nd

(tf) Nota

11,28 0,00 - - 212,7 37,35 Seção cheia 20,00 16,51 1,74 10,5 92,5 147,15 - 30,00 27,80 1,10 26,2 58,7 194,85 - 40,00 38,38 0,81 48,2 43,3 209,25 - 50,00 48,71 0,64 76,5 34,4 215,55 - 60,00 58,93 0,54 111,1 28,5 218,93 D/t > 90

A N N

Page 138: Notas de Aula Estruturas Metalicas

138

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7.6 Flambagem localizada : Em peças constituídas de chapas esbeltas, é possível acontecer a flambagem localizada das chapas antes de atingirem a tensão de escoamento. Assim, a NBR 8800 determina os valores máximos da relação b/t para evitar a flambagem localizada.

Valores máximos da relação b/t para evitar a flambagem localizada segundo a NBR 8800 Caso b1/t b2/t b3/t b4/t b5/t

Geral 0,44yF

E 0,55yF

E 0,74yF

E 1,47yF

E 0,11yF

E

MR 250 13 16 21 42 90

AR 345 11 13 18 36 65 Quando algum valor b/t ultrapassa os limites acima, é necessário computar uma redução no valor da tensão de compressão crítica fc. 7.7 Exemplos: 7.7.1 Determinar a resistência de projeto à compressão do perfil H 6” 37,1 kg/m, aço ASTM A36, comprimento de 3,00 m, extremidades rotuladas.

(a) Limite de esbeltez:

r

KL < 200

K = 1 (extremidades rotuladas) L = 3,00 m = 300 cm

r = ry = 3,63 cm (por quê o menor r?)

63,33001

r

KL = 82,6 < 200 (OK)

b4

b4

b1

b1

b2

b4

b3

b2

b5

Page 139: Notas de Aula Estruturas Metalicas

139

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(b) Parâmetro de esbeltez :

= 0,0111 r

KL (ASTM A36)

= 0,0111 82,6 = 0,92 (c) Tensão resistente à compressão fc

Perfil H laminado h = 15,24 cm b = 15,08 cm t = 1,20 cm < 4,0 cm h/b = 15,24 / 15,08 = 1,01 < 1,20 Flambagem no eixo y-y A = 47,3 cm2 fc = fy = 0,581 2,50 = 1,45 tf /cm2

(d) Carga resistente de projeto à compressão

Nd = c Ag fc c = 0,90

Nd = 0,90 47,3 1,45 Nd = 61,73 tf

7.7.2 Determinar a resistência de projeto à compressão do mesmo perfil H 6” 37,1 kg/m do Exemplo 1, considerando agora que o perfil tem contenção lateral impedindo a flambagem em torno do eixo de menor resistência y-y. (a) Limite de esbeltez:

r

KL < 200

K = 1 (extremidades rotuladas) L = 3,00 m = 300 cm

r = rx = 6,43 cm (por quê o maior r agora?)

43,63001

r

KL = 46,7 < 200 (OK)

(b) Parâmetro de esbeltez

= 0,0111r

KL (ASTM A36)

= 0,0111 46,7 = 0,52 (c) Tensão resistente à compressão fc

Perfil H laminado h = 15,24 cm b = 15,08 cm t = 1,20 cm < 4,0 cm h/b = 15,24 / 15,08 = 1,01 < 1,20 Flambagem no eixo x-x A = 47,3 cm2 fc = fy = 0,876 2,50 = 2,19 tf /cm2

curva c, = 0,581

curva b, = 0,876

Page 140: Notas de Aula Estruturas Metalicas

140

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(d) Carga resistente de projeto à compressão

Nd = c Ag fc c = 0,90

Nd = 0,90 47,3 2,19 Nd = 93,23 tf

Comparando com o Exemplo 1 (Nd = 61,73 tf), vemos que este resultado é 51% maior (por quê?). 7.7.3 Calcule a carga resistente de projeto de uma cantoneira L 6” 4” 18,30 kg/m, aço MR250, comprimento 3,00 m, extremidades engastada-livre.

(a) Limite de esbeltez:

r

KL < 200

K = 2,1 (extremidades engastada-livre) l = 3,00 m = 300 cm

r = ry = 2,24 cm (por quê o menor r?)

24,23001,2

r

KL = 281,3 > 200

(b) Conclusão: Como KL/r > 200, a NBR 8800 não permite que este perfil seja usado como coluna. 7.7.4 Calcule a carga resistente de projeto de uma cantoneira L 6” 4” 18,30 kg/m, aço MR250, comprimento 3,00 m, extremidades rotuladas. (a) Limite de esbeltez:

r

KL < 200

K = 1 (extremidades rotuladas) L = 3,00 m = 300 cm

r = ry = 2,24 cm (por quê o menor r?)

24,23001

r

KL = 133,0 < 200 (OK)

(b) Parâmetro de esbeltez

= 0,0111 r

KL (MR250)

= 0,0111 133,9 = 1,49 (c) Tensão resistente à compressão Fc

Perfil L laminado Flambagem no eixo y-y A = 23,29 cm2 fc = fy = 0,326 2,50 = 0,815 tf /cm2

curva c, = 0,326

Page 141: Notas de Aula Estruturas Metalicas

141

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(d) Carga resistente de projeto à compressão

Nd = c Ag fc c = 0,90

Nd = 0,90 23,29 0,815 Nd = 17,08 tf

7.7.5 Calcule a carga resistente de projeto de uma coluna construída por duas cantoneiras L 6” 4” 18,30 kg/m, aço MR250, comprimento 3,00 m, extremidades rotuladas, soldadas longitudinalmente conforme desenho abaixo, dimensões em centímetros.

(a) Propriedades geométricas da seção composta

A = 10,2 15,2 – 8,3 13,3 = 44,65 cm2 Ix = 1/12 10,2 15,23 – 1/12 8,3 13,33 = 1.358 cm4 Iy = 1/12 15,2 10,23 – 1/12 13,3 8,33 = 710 cm4 Como Iy < Ix , a flambagem ocorrerá em torno do eixo y-y.

r = ry = 65,44

710

AI y = 4,00 cm

(b) Limite de esbeltez:

r

KL < 200

K = 1 (extremidades rotuladas) L = 3,00 m = 300 cm

r = ry = 4,00 cm

00,43001

r

KL = 75,0 < 200 (OK)

15,2 13,3

8,3

10,2

x x

y

y

Page 142: Notas de Aula Estruturas Metalicas

142

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(c) Parâmetro de esbeltez

= 0,0111r

KL = 0,0111 75,0 = 0,83

(d) Tensão resistente à compressão Fc

Barra composta Flambagem no eixo y-y fc = fy = 0,635 2,50 = 1,588 tf /cm2

(c) Carga resistente de projeto à compressão Nd = c Ag fc

c = 0,90 Nd = 0,90 44,65 1,588 Nd = 63,79 tf

A construção do caixão soldado praticamente quadruplicou a resistência do perfil isolado (Exemplo 7.7.4, Nd = 17,08 tf). 7.7.6 Verifique se o perfil I 15” 63,3 kg/m, aço AR345, está sujeito à flambagem localizada. Conclusão: Como o perfil atende às duas condições, ele não está sujeito à flambagem localizada.

curva c, = 0,635

b2

b4

tF

tw

bF = 13,97 cm

tF = 1,58 cm

b4 = 34,94 cm

tw = 1,04 cm

58,1297,13

22

F

F

tb

tb = 4,2 < 13

04,194,344

wth

tb = 33,6 <36

Page 143: Notas de Aula Estruturas Metalicas

143

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7.7.7 Verifique se a viga soldada VS 650 mm 98 kg/m, aço MR250, está sujeita à flambagem localizada. Conclusão: Como a viga soldada não atende à segunda condição, ela está sujeita à flambagem localizada na alma. 7.7.8 Selecione um perfil I, aço AR345, para trabalhar como uma coluna bi-rotulada, com 4,00 m de altura, suportando uma carga permanente de 30 tf e uma carga de utilização de 25 tf. (a) Solicitação de projeto

Ns = 1,4 30 + 1,5 25 Ns = 79,50 tf (b) Como não existe contenção lateral, a flambagem ocorrerá em torno do eixo y-y. (c) Adotando = 0,65, temos uma estimativa da área do perfil igualando a resistência de projeto com a solicitação de projeto: 0,90 A 0,65 3,45 = 79,50 A = 39 cm2 (d) Primeira tentativa: I 10” 37,7 kg/m, A = 48,1 cm2, r = ry = 2,42 cm.

42,24001

r

Kl = 165,3 < 200 (OK)

= 0,0131 r

Kl = 0,0131 165,3 = 2,17 (AR345)

= 0,179 Nd = 0,90 48,1 0,179 3,45 = 26,73 tf << Ns

b2

b4

tF

tw

bF = 30,0 cm

tF = 1,25 cm

b4 = 62,5 cm

tw = 0,80 cm

25,120,30

22

F

F

tb

tb = 12,0 < 16

80,05,624

wth

tb = 78,1 > 42

Page 144: Notas de Aula Estruturas Metalicas

144

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(e) Segunda tentativa: I 15” 63,3 kg/m, A = 80,6 cm2, r = ry = 2,73 cm.

73,24001

r

Kl = 146,5 < 200 (OK)

= 0,0131 r

Kl = 0,0131 146,5 = 1,92 (AR345)

= 0,224 Nd = 0,90 80,6 0,224 3,45 = 56,06 tf < Ns

(f) Terceira tentativa: I 18” 81,4 kg/m, A = 103,7 cm2, r = ry = 2,89 cm.

89,24001

r

Kl = 138,4 < 200 (OK)

= 0,0131 r

Kl = 0,0131 138,4 = 1,81 (AR345)

= 0,248 Nd = 0,90 103,7 0,248 3,45 = 79,85 tf > Ns (OK) Nesta situação, o perfil I é antieconômico, pois usamos apenas 24,8% de sua resistência. Certamente, um perfil tubular seria mais econômico.

Page 145: Notas de Aula Estruturas Metalicas

145

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6ª. Lista de Exercícios Nota: Nas figuras abaixo, as dimensões são dadas em centímetros e os materiais ASTM A36, exceto se indicado o contrário. 1. Considere a coluna de aço de seção retangular abaixo, com extremidades rotuladas. Quais as cargas de flambagem elástica NE para comprimentos de (a) 50 cm, (b) 100 cm e (c) 1.000 cm? 2. Quais as cargas de compressão de projeto da coluna acima de acordo com a NBR 8800? 3. Refaça os cálculos da Questão 2 supondo as extremidades biengastadas. 4. Considere um perfil I 12” x 60,6 kg/m, bi-rotulado, comprimento de 6 m. Qual sua carga de compressão de projeto de acordo com a NBR 8800? 5. Se a viga da Questão 4 tiver contenção lateral para evitar a flambagem em torno do eixo y-y, qual sua carga de compressão de projeto de acordo com a NBR 8800? 6. Considere dois perfis I 12” x 60,6 kg/m soldados entre si de maneira contínua, conforme indicado. Qual sua carga de compressão de projeto de acordo com a NBR 8800? Comprimento 10 m, extremidades engastada-livre. 7. O perfil I 12” x 60,6 kg/m está sujeito à flambagem localizada? 8. Quais dos perfis abaixo pode sofrer flambagem localizada?

10

20 0,95

17,78

50,8 1,52

2,33

10,16

20,0 1,08 0,69

17,78

50,8 0,70

20,3 50,8

(Seção Quadrada)

(Abas iguais)

30

1 60

Solda

1,58

1,2 0,2 1

Page 146: Notas de Aula Estruturas Metalicas

146

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8.0 Peças Fletidas: 8.1 Flexão de vigas: Ao se submeter uma barra de seção simétrica à flexão, como na figura abaixo, a borda superior fica comprimida, o centro fica com tensão nula (linha neutra) e a borda inferior fica tracionada. Entre as bordas, no regime elástico, a tração varia linearmente. A tensão máxima de flexão fb (tração ou compressão) pode ser calculada por

fb = WM =

IcM

M: momento fletor W: módulo de resistência elástico

Por sua vez, o módulo elástico pode ser calculado por

cIW

I: momento de inércia c: distância da linha neutra até a borda

De quantos modos uma viga submetida à flexão pode falhar?

(a) Por escoamento (b) Por flambagem localizada das placas comprimidas

(c) Por flambagem lateral torcional (FLT) (d) Por esmagamento da alma sob cargas concentradas elevadas A medida em que aplicamos um momento fletor crescente em uma barra, ocorrem as seguintes fases:

(a) a tensão de flexão nas bordas fb é inferior à tensão de escoamento fy; (b) a tensão de flexão nas bordas fb cresce até atingir a tensão de escoamento fy (M = My);

(c) as partes internas da peça começam também a se plastificar (My < M < Mp); (d) toda a seção se plastifica até a linha neutra e a peça entra em colapso (M = Mp).

M M

-fb

fb

c Linha Neutra

fy

fy

My My

fy

fy

Mp

Mp

fy

fy

M M

-fb

fb

M M

Page 147: Notas de Aula Estruturas Metalicas

147

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My: Momento de início de plastificação, = Wfy Mp: Momento de plastificação total, = Zfy Z: módulo plástico da seção

Coeficiente de forma da seção =y

p

MM

= WZ

8.2 Módulo plástico Z e coeficiente de forma Z/W (Pfeil, p.138):

Seção Módulo plástico Z Coeficiente de forma Z/W

Eixo x-x (horizontal) btF (d – tF) + ¼ tw(d – 2tF)2 Eixo y-y (vertical) ½ b2tF + ¼ tw

2(d – 2tF)

1,5

b

h

h h3/6

1,12 (aprox.)

1,55 (aprox.)

¼ bh2

1,70

th2 1,27

tF

d

b

tw

22 212

114 d

tbtbd Fw 1,12 (aprox.)

tF

d

b

tw

h t

Nota: t<<h

Page 148: Notas de Aula Estruturas Metalicas

148

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8.3 Classificação de vigas segundo a NBR 8800: (a) Vigas com contenção lateral contínua (b) Vigas sem contenção lateral contínua (sujeitas à flambagem lateral torcional - FLT) 8.4 Dimensionamento de vigas com contenção lateral contínua segundo a NBR 8800: Classe Designação Comportamento

1 Seções Supercompactas Antes que ocorra flambagem local, permitem que (a) seja atingido o momento de plastificação total (Mp); (b) redistribuição de momentos em estruturas hiperestáticas.

2 Seções Compactas Antes que ocorra flambagem local, permitem que seja atingido o momento de plastificação total (Mp).

3 Seções Não-Compactas Antes que ocorra flambagem local, permitem que seja atingido o momento de início de plastificação (My).

4 Seções Esbeltas A flambagem local ocorre antes que seja atingido o momento de início de plastificação (My).

My

Mp

M

My

Mp M

My

Mp M

My

Mp M

Classe 1 Seções Supercompactas

Colapso em M = Mp

Classe 2 Seções Compactas

Colapso em M = Mp

Classe 3 Seções Não-Compactas

Colapso em My < M < Mp

Classe 4 Seções Esbeltas

Colapso em M < My

Page 149: Notas de Aula Estruturas Metalicas

149

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Valores limites da razão largura/espessura b para vigas I e H (Pfeil, p.140)

Flambagem local Aço

Classe da Seção Classe 1

Supercompacta Classe 2

Compacta Classe 3

Não-Compacta Mesa

b = F

F

tb2

Geral 0,30 yFE / bp = 0,38 yFE / br = k )/( ry FFE

MR 250 8,5 11 39k AR 345 7 9 30k

Alma

b = wth

Geral 2,35 yFE / bp = 3,50 yFE / br = 5,6 yFE / MR 250 67 100 160 AR 345 57 85 136

Notas: (a) Fr: tensão residual, = 1,15 tf/cm2 (115 MPa); (b) k = 0,82 para perfis laminados e k = 0,62 para perfis soldados; (c) para perfis U, b = bF/tF; (d) os elementos de um perfil (flange e alma) podem ficar em classes diferentes. O perfil é classificado pelo caso mais desfavorável; (e) para o significado dos termos, ver figura abaixo. Momento resistente de projeto Md Md = bMn

b = 0,90 Mn: Momento resistente nominal

Momento resistente nominal

Classe Designação Momento resistente nominal Mn 1 Seção Supercompacta Mp = ZxFy 2 Seção Compacta Mp = ZxFy 3 Seção Não-Compacta Interpolação linear entre Mp = ZxFy e Mr = Wx (Fy –Fr) 4 Seção Esbelta Mcr = WxFcr

Mr

Mp

Mn

b

Mcr

br bp

2 3 4

tw h

tF

bF

d

Page 150: Notas de Aula Estruturas Metalicas

150

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8.5 Dimensionamento de vigas sem contenção lateral contínua segundo a NBR 8800: O flange comprimido de um perfil metálico sujeito à flexão pode sofrer flambagem lateral se não houver uma contenção lateral contínua. A parte comprimida da viga desloca-se lateralmente mas é parcialmente contida pela parte tracionada da viga, causando torção da viga (flambagem lateral torcional - FLT). É possível ainda haver simultaneamente flambagem localizada, mas este caso não será tratado aqui. É obrigatório o apoio lateral do flange comprimido da viga nos pontos de apoio para impedir a rotação da viga em torno de um eixo longitudinal. Comprimento sem contenção lateral Lb É a distância entre apoios que impedem a rotação do flange comprimido.

O momento resistente de projeto Md é função do comprimento sem contenção lateral Lb Md = bMn

b = 0,90 Mn: Momento resistente nominal

15 m

15 m

Lb= 15 m

10 m

10 m

m

10 m

m

Lb= 10 m

10 m

20 m

Lb= ? Lb= 30 m

30 m

Page 151: Notas de Aula Estruturas Metalicas

151

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(a) Viga curta (Lb Lbp) Mn = Mp = ZFy

(b) Viga longa (Lb > Lbr) Mn = Mcr

(c) Viga intermediária (Lbp < Lb Lbr) O momento resistente nominal é obtido por interpolação linear entre Mp e Mr

Mn = Mp – (Mp – Mr)bpbr

bpb

LLLL

onde Mr = Wx(Fy –Fr) e Mp = ZxFy. Nota: Estas vigas também devem atender a condições de flambagem localizada.

Seção Lbp Lbr Mr Mcr

I H

1,75 ryyF

E 2

22

)(75,40

119,19

F

Try

b

F

T

AdrFF

ECX

XXA

dr

Wx(Fy Fr)

CbWx2

22

1 ff

f1 =Fb AdL

E/

69,0

f2 = 2/70,9

Tb rLE

U 1,75 ryyF

E Fry

b

AdFFEC

/)(69,0

Wx(Fy Fr) Fb

xb

AdLWEC

/69,0

Retangular Caixão

AIM

ErT

p

y13,0

r

Tyb

MAIErC95,1

WxFy (Retangular) Wx(Fy Fr)

(Caixão)

AIL

rECT

b

yb95,1

Notas: (a) Seções fletidas em torno do eixo de maior inércia. (b) rT: raio de giração da mesa comprimida mais ⅓ da região comprimida da alma,

rT = wFF

FF

wFF

FF

htbtbt

htbtbt

2126/12/ 33

Mr

Mp

Mn

Lb

Mcr

Lbr Lbp

a c b

Page 152: Notas de Aula Estruturas Metalicas

152

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(c) f1: Contribuição da resistência à torção da viga f2: Contribuição da resistência ao empenamento dos flanges (Os perfis U têm apenas resistência à torção). (d) Cb: Coeficiente que leva em conta o efeito favorável do momento fletor variável. Em qualquer situação, Cb 1. (e) AF: Área do flange, = bF tF. (f) Aço MR250: Lbp = 50 ry Aço AR345: Lbp = 43 ry 8.6 Esforço cortante: O esforço cortante pode causar a flambagem da alma em perfis onde a razão h/tw é grande. Em perfis laminados, a alma normalmente não sofre flambagem, falhando por compressão direta. O valor limite da razão h/tw para evitar a flambagem pode ser calculado por (Pfeil, p.155)

yw F

Eth 50,2 .

Para o aço MR250, o limite vale 71; para o aço AR345, o limite vale 60. Neste caso, o esforço cortante de projeto Vd é dado por

Vd = vAw (0,60Fy) v = 0,90 Aw: área efetiva de cisalhamento da alma (ver NBR 8800, seção 5.1.1.4)

8.7 Enrigecedores: Enrigecedores são utilizados para aumentar a resistência da alma ao cortante ou sob cargas concentradas e apoios. 8.8 Peças submetidas à compressão e flexão simultâneas (Flexocompressão):

Se a peça for submetida a flexão nos eixos x e y, deve atender às seguintes condições:

1dy

sy

dx

sx

d

s

MM

MM

NN

1

73,01

73,01

Ey

s

my

dy

sy

Ex

smx

dx

sx

d

s

NN

CMM

NN

CMM

NN

Nestas equações, Ns: força de compressão solicitante de projeto (solicitação de projeto) Nd: força de compressão resistente de projeto (resistência de projeto) NEx, NEy: força crítica de Euler para os eixos x e y Msx, Msy: momentos solicitantes atuando nos eixos x e y (solicitação de projeto) Mdx, Mdy: momentos resistentes de projeto nos eixos x e y (resistência de projeto) Cmx, Cmy: coeficientes de equivalência de momentos (podem ser tomados =1). Equações como as acima, que envolvem dois ou mais tipos de esforços (compressão e momento fletor) são chamadas de equações de interação.

Page 153: Notas de Aula Estruturas Metalicas

153

Prof. Gulielmo Viana Dantas

8.9 Peças submetidas à compressão e flexão simultâneas (Flexotração):

1dy

sy

dx

sx

d

s

MM

MM

TT

Nesta equação, Ts: força de tração solicitante de projeto (solicitação de projeto) Td: força de tração de projeto (resistência de projeto) Os outros termos têm os mesmos significados da flexocompressão. 8.10 Exemplos Exemplo 1: Calcule o momento resistente de projeto de uma viga I 18” 89,3 kg/m, suportada lateralmente, aço MR250. (a) Classe da seção Pela tabela, bF = 15,46 cm tF = 1,76 cm h = 42,2 cm tw = 1,39 cm

76,12

46,152

F

Ft

b= 4,8 < 8,5 (v. pág. 148)

39,1

2,42

wth = 30,3 < 67 (v. pág.148)

Como as duas condições da Classe 1 são atendidas, a seção é supercompacta. (b) Momento resistente de projeto Md Md = b Mn

b = 0,90 Mn = Mp = ZxFy

Como a tabela não fornece o valor de Zx (v. pág. 179), vamos usar a aproximação Zx = 1,12 Wx (v. pág. 146):

Zx = 1,12 1.541 Zx = 1.726 cm3 Mn = Mp = 1.726 2,50 Mn = 4.315 tf·cm Md = 0,90 4.315 (v. pág. 8) Md = 3.884 tf·cm

tw h

tF

bF

d

Page 154: Notas de Aula Estruturas Metalicas

154

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Exemplo 2: Verificar se o perfil I 10” 37,7 kg/m, aço MR250, contido lateralmente, tem condições de suportar um momento fletor composto por uma parcela permanente de 5,5 tf·m mais outra variável de 1,0 tf·m. (a) Solicitação de projeto Ms Ms = 1,4 5,5 + 1,5 1,0 Ms = 9,20 tf·m Ms = 920 tf·cm (b) Classe da seção Pela tabela, bF = 11,84 cm tF = 1,25 cm h = 22,90 cm tw = 0,787 cm

25,1284,11

2

F

Ft

b= 4,7 < 8,5 (v. pág. 148)

787,0

90,22

wth = 29,1 < 67 (v. pág. 148)

Como as duas condições da Classe 1 são atendidas, a seção é supercompacta. (c) Momento resistente de projeto Md Md = b Mn

b = 0,90 Mn = Mp = ZxFy

Zx = 465 cm3 (tabela) (v. pág. 21) Mn = Mp = 465 2,50 Mn = 1.163 tf·cm Md = 0,90 1.163 Md = 1.047 tf·cm (d) Como Md > Ms, o perfil tem condições de suportar o carregamento. Exemplo 3: Calcule a maior carga de utilização uniformemente distribuída para uma viga construída com um perfil I 10” 37,7 kg/m, aço MR250, contido lateralmente, vão 10 m. Não esqueça o peso próprio da viga. (a) Solicitação de projeto Ms Ms = 1,4 MPP + 1,5 MUtil

MPP = 1/8 qPP L2 qPP = 37,7 kg/m = 37,7 (105) tf/cm (por que?) L = 10 m = 1.000 cm

MPP = 1/8 37,7 (105) (1.000)2 MPP = 47,13 tf·cm

tw h

tF

bF

d

Page 155: Notas de Aula Estruturas Metalicas

155

Prof. Gulielmo Viana Dantas

MUtil = 1/8 qUtil L 2 MUtil = 1/8 qUtil (1.000)2 MUtil = 125.000 qUtil

Ms = 1,4 47,13 + 1,5 125.000 qUtil

Ms = 66,00 + 187.500 qUtil (b) Momento resistente de projeto Ms (já determinado no Exemplo 2) Ms = 1.047 tf·cm (c) Carga de utilização qUtil Igualando Ms a Md, 66,00 + 187.500 qUtil = 1.047 tf·cm

qUtil = 0,00523 tf/cm qUtil = 0,523 tf/m

Exemplo 4: Neste exemplo e em vários outros a seguir, vamos considerar o perfil I 12” 60,6 kg/m, aço ASTM A36. Calcule o seu momento de plastificação Mp. Da tabela, (v. pág. 179) bF = 13,34 cm tF = 1,67 cm h = 27,14 cm tw = 1,17 cm Wx = 743 cm3 Zx = 870 cm3 ry = 2,70 cm Portanto,

Mp = Zx Fy (v. pág. 148) Mp = 870 2,50 Mp = 2.175 tf·cm Exemplo 5: Calcule o “momento residual” Mr para o perfil I 12” 60,6 kg/m, aço ASTM A36. Para perfis I, (v. pág. 148) Mr = Wx (Fy – Fr) Mr = 743 (2,50 – 1,15) Mr = 1.003 tf·cm Nota: O momento resistente de projeto Md neste caso é 0,90 1.003 = 903 tf·cm.

tw h

tF

bF

d

672,2317,114,27

5,899,367,12

34,132

W

F

F

tht

b

Classe 1

Page 156: Notas de Aula Estruturas Metalicas

156

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Exemplo 6: Calcule o comprimento Lbp para o perfil I 12” 60,6 kg/m, aço ASTM A36. Para perfis I aço MR250, Lbp = 50 ry (v. pág. 151) Lbp = 50 2,70 Lbp = 135 cm Exemplo 7: Calcule o comprimento Lbr para o perfil I 12” 60,6 kg/m, aço ASTM A36.

Lbr = 22

119,19 X

XAdr

F

T (v. pág. 150)

rT = 17,114,27234,1367,112

34,1367,1212

33

wFF

FF

htbtbt

= 3,46 cm

d = 30,48 cm (altura do perfil) AF = 13,34 (1,67) = 22,28 cm2 (área do flange)

X = 2

)(75,40

F

Try

b AdrFF

EC

Cb = 1 (por simplicidade de cálculo) E = 2.100.000 kgf/cm2 (v. pág. 148)

X = 2

28,22)48,30(45,3)150.1500.2(

)000.100.2(175,40

X = 0,588

Lbr = 22

)588,0(11)588,0(28,22

)48,30()46,3(9,19

Lbr = 815 cm

Exemplo 8: Qual o momento resistente de projeto para o perfil do Exemplo 4 no caso de contenção lateral contínua? Usando os dados do Exemplo 4,

67,1234,13

2

F

Ft

b= 4,0 < 8,5

17,114,27

0

0 th

= 23,2 < 67

Como as duas condições da Classe 1 são atendidas, a seção é supercompacta. Logo, Md = b Mn

b = 0,90 Mn = Mp = 2.175 tf·cm (Exemplo 4)

Md = 0,90 2.175 Md = 1.958 tf·cm

Page 157: Notas de Aula Estruturas Metalicas

157

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Exemplo 9: Qual o momento resistente de projeto para o perfil do Exemplo 4 para um comprimento sem contenção lateral de 5,00 m? O comprimento destravado (sem contenção lateral) vale Lb = 5,00 m = 500 cm. Dos Exemplos 6 e 4, Lbp = 135 cm, Mp = 2.175 tf·cm Dos Exemplos 7 e 5, Lbr = 815 cm, Mr = 1.003 tf·cm Portanto, Lbp < Lb < Lbr. Assim, temos uma viga intermediária. O momento resistente nominal é obtido por interpolação linear entre Mp e Mr: (v. pág. 150)

Mn = Mp – (Mp – Mr)bpbr

bpb

LLLL

Mn = 2.175 – (2.175 – 1.003) 135815135500

Mn = 1.546 tf·cm Logo, Md = b Mn

b = 0,90 Md = 0,90 1.546 Md = 1.391 tf·cm Observe que este valor é inferior ao momento de projeto de uma viga com contenção lateral contínua. E se não fosse? Exemplo 10: Qual o momento resistente de projeto para o perfil do Exemplo 4 para um comprimento sem contenção lateral de 10,00 m? O comprimento sem contenção lateral vale agora Lb = 10 m = 1.000 cm. Da Questão 7, Lbr = 815 cm. Portanto, Lb > Lbr. Assim, temos uma viga longa. O momento resistente nominal é dado por (v. pág.150):

Mn = Mcr Mcr = CbWx

22

21 ff

Cb = 1 (por segurança) Wx = 743 cm3 (v. pág. 21)

f1 =Fb AdL

E/

69,0

E = 2.100 tf/cm2 Lb = 1.000 cm

d = 30,48 cm (altura do perfil) AF = 13,34 (1,67) = 22,28 cm2 (área do flange)

f1 =28,22/48,30000.1

100.269,0

= 1,059 tf/cm2

f2 = 2/70,9

Tb rLE

Page 158: Notas de Aula Estruturas Metalicas

158

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rT = 3,46 cm (Exemplo 7)

f2 = 246,3/000.1

100.270,9 = 0,244 tf/cm2

Mcr = 1 743 22 )244,0()059,1(

Mn = Mcr = 807,5 tfcm

Momento resistente de projeto Md Md = bMn

b = 0,90 Md = 0,90 807,500 Md = 727 tcm Exemplo 11: Trace o gráfico resumindo os resultados dos exemplos anteriores. Observe a queda sensível do momento resistente de projeto Md com o aumento do comprimento sem contenção lateral. Sem contenção lateral, o flange comprimido pode flambar, causando torção na viga e reduzindo sua capacidade de resistir ao momento fletor. Como a tensão crítica de flambagem varia com o inverso do comprimento sem contenção lateral (Lb), a falta da contenção lateral é especialmente crítica em vigas longas, pois elas podem falhar bem antes de atingir a tensão de escoamento. Exemplo 12: Determine qual a máxima força cortante de utilização que pode ser absorvida pelos seguintes perfis MR-250: (a) I 10” 37,7 kg/m, (b) I 12” 60,6 kg/m e (c) I 20” 121,2 kg/m (v. pág. 151) (a) I 10” 37,7 kg/m

wth =

787,090,22 = 29,1 < 71

1.000

(Lbp = 135, Md = 1.958) Ex. 4 e 6

(Lbr = 815, Md = 903) Ex. 5 e 7

Md (tfcm)

Lb (cm)

500 1.000

(Lb = 1.000, Md = 727) Ex. 10

2.000

(Lb = 500, Md = 1.391) Ex. 9

0

Page 159: Notas de Aula Estruturas Metalicas

159

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Vd = vAw (0,60fy) v = 0,90 Aw = dtw = 25,40 0,787 = 19,99 cm2 (ver NBR 8800, seção 5.1.1.4)

Vd = 0,90 19,99 (0,60 2,50) = 26,99 tf 1,5V = Vd = 26,99 tf V = 17,99 tf

(b) I 12” 60,6 kg/m

wth =

17,114,27 = 23,2 < 71

Vd = vAw (0,60Fy) v = 0,90 Aw = dtw = 30,48 1,17 = 35,66 cm2

Vd = 0,90 35,66 (0,60 2,50) = 48,14 tf 1,5V = Vd = 48,14 tf V = 32,10 tf

(c) I 20” 121,2 kg/m.

wth =

52,114,46 = 30,4 < 71

Vd = vAw (0,60Fy) v = 0,90 Aw = dtw = 50,80 1,52 = 77,22 cm2

Vd = 0,90 77,22 (0,60 2,50) = 104,24 tf 1,5V = Vd = 104,24 tf V = 69,49 tf

Page 160: Notas de Aula Estruturas Metalicas

160

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7ª. Lista de Exercícios

Nota: Nos exercícios abaixo, dimensões em centímetros e materiais ASTM A242, exceto onde indicado o contrário. 1. Calcule o momento de plastificação Mp para as seguintes seções: (a) Um perfil I 10” x 37,7 kg/m; (b) Uma seção retangular cheia de 25,4 cm x 11,84 cm. (c) Compare a relação Mp x peso para as duas vigas. 2. Calcule o momento Mr para um perfil I 10” x 37,7 kg/m. 3. Calcule os comprimentos Lbp e Lbr para um perfil I 10” x 37,7 kg/m. 4. Quais os momentos de projeto para um perfil I 10” x 37,7 kg/m para comprimentos sem contenção lateral de (a) 100 cm, (b) 500 cm e (c) 1500 cm. Trace um diagrama esquemático Md x Lb. 5. Para a mesma viga do exercício acima, quais as cargas permanentes uniformemente distribuídas que a viga pode suportar? 6. Uma viga soldada é construída conforme abaixo, sendo que a alma tem espessuras tw de (a) 5 mm, (b) 8 mm e (c) 10 mm. Supondo contenção lateral contínua e um vão de 10 m, quais as cargas de utilização P aplicadas no centro do vão? Não esqueça o peso próprio da viga. 7. Um perfil I 18” x 81,4 kg/m está sujeito a esforços variáveis, sendo um momento fletor no plano de maior resistência de 5 tfm e um esforço axial de compressão de 80 tf. Verifique se o perfil é adequado para os seguintes comprimentos sem contenção lateral de (a) 0 m, (b) 5 m e (c) 10 m. Observe que o item (a) corresponde à contenção lateral contínua. 8. Resolva a mesma questão acima, supondo, porém, que o esforço axial seja de tração.

20,0

90,0

t0

0,95

P=?

10 m

Page 161: Notas de Aula Estruturas Metalicas

161

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Galpão Modelo 1. Características do Galpão

Uso: Industrial Dimensões: 18 x 60 m

Pé direito: 6m Espaçamento entre colunas: 6 m Cobertura: Chapa zincada trapezoidal Tapamento: Alvenaria até 2m e o restante com chapa zincada trapezoidal Portas: 4 m x 5 m, uma na face frontal e outra na traseira 2. Sistema estrutural Treliças em aço conforme desenho da página seguinte.

Banzos: 2 L 3” x 9,1 kg/m ligados por chapas de 5/16” Diagonais e Montantes: 2 L 2.1/2” x 7,4 kg/m ligados por chapas de 5/16” Colunas: 3. Especificações Estrutura: ASTM A36 Chumbadores: SAE 1020

Solda: Eletrodo E-6018 Parafusos: ASTM A325

4. Normas NBR 8800: Projeto e execução de estruturas de aço de edifícios

NBR 6123: Forças devidas ao vento em edificações

Page 162: Notas de Aula Estruturas Metalicas

162

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5. Modelo Estrutural

Plano de cobertura

Numeração de nós da treliça

6 x 3m = 18m

NR 0,000 m

NR 6,000 m

NR 7,000 m

NR 7,800 m

Seção transversal típica

Numeração dos nós da treliça

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13 15

14

16

10 x 6m = 60 m

6 x 3m = 18m

cca

2 x 0,5m

Page 163: Notas de Aula Estruturas Metalicas

163

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Área de influência dos nós do banzo superior

Para efeito de cálculo, vamos considerar as forças atuando nos nós do banzo superior. Como as colunas estão espaçadas de 6 m, cada área de influência (em m2) é igual a 6 vezes a largura. Observe que a área real é igual à área em projeção horizontal dividida por cos 5°.

Nós Área em projeção horizontal (m2)

Área real (m2)

1, 16 6 x 0,25 = 1,50 1,51 3, 15 6 x 1,75 = 10,50 10,54

Outros nós 6 x 3,00 = 18,00 18,07 Observe que a área de influência em projeção horizontal dos nós 3 e 15 é composta de uma parcela no beiral (6 x 0,25 = 1,50 m2) e outra parcela sobre o interior do galpão (6 x 1,50 = 9,00 m2), totalizando 10,50 m2. Os valores reais das parcelas são 1,51 m2 e 9,03 m2, totalizando 10,54 m2. 6. Carga Permanente A estimativa do peso próprio da cobertura, em kgf por m2 de área em projeção horizontal, está mostrada na tabela abaixo. A tabela seguinte apresenta as forças nodais no banzo superior. Como o peso é vertical para baixo, sua componente horizontal é nula. Observe que as forças verticais para baixo são consideradas aqui como negativas.

Item Peso (kgf/m2) (a) Peso próprio da treliça 15 (b) Peso das terças 8 (c) Telhas de chapa zincada trapezoidal Perkrom PK-40,

espessura de 0,50 mm. 5

Total 28

3 5

7 9

11 13

15

3 5 7 9 11 13 15 6 m

6 m

6 m

0,5 m 3 m 3 m 3 m 3 m 3 m 3 m

1 16

16 1

Page 164: Notas de Aula Estruturas Metalicas

164

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Nó Área em projeção horizontal (m2)

Força X (kgf)

Força Y (kgf)

1 1,50 0,0 -42,0 3 10,50 0,0 -294,0 5 18,00 0,0 -504,0 7 18,00 0,0 -504,0 9 18,00 0,0 -504,0

11 18,00 0,0 -504,0 13 12,00 0,0 -504,0 15 10,50 0,0 -294,0 16 1,50 0,0 -42,0

7. Sobrecarga Acidental A NBR 8800, item B-3.6.1, prevê uma sobrecarga acidental vertical de 25 kgf por m2 em projeção horizontal. A norma deixa uma abertura para redução dessa carga caso o projetista possa comprovar uma sobrecarga menor. Aqui, vamos adotar o valor previsto em norma. Observe que a componente X da sobrecarga acidental é nula.

Nó Área em projeção horizontal (m2)

Força X (kgf)

Força Y (kgf)

1 1,50 0,0 -37,5 3 10,50 0,0 -262,5 5 18,00 0,0 -450,0 7 18,00 0,0 -450,0 9 18,00 0,0 -450,0

11 18,00 0,0 -450,0 13 12,00 0,0 -450,0 15 10,50 0,0 -262,5 16 1,50 0,0 -37,5

8. Cargas de Vento

(a) Velocidade característica vk vk = v0 S1 S2 S3 (m/s) (v. pág. 62)

v0 = 30 m/s (velocidade básica de vento em Fortaleza) (v. pág. 62) S1 = 1,0 (Fator topográfico, região plana) (v. pág. 63) S2 = 0,95 (Fator de rugosidade) (v. pág. 65) Categoria II: Terreno aberto com poucos obstáculos (v. pág. 64) Classe C: Maior dimensão do galpão 60 m > 50 m (v. pág. 64)

h = 7,80 m (menor que 10 m). Poderíamos dividir a nossa estrutura em duas áreas, para efeito de S2. Por simplicidade, vamos considerar apenas a área mais alta.)

S3 = 0,95 (Fator estatístico, instalação industrial com baixo fator de ocupação) (v. pág. 65)

vk = 30 (1,0) (0,95) (0,95) vk = 27,08 m/s (98 km/h)

Page 165: Notas de Aula Estruturas Metalicas

165

Prof. Gulielmo Viana Dantas

(b) Pressão dinâmica q

16

2kvq (kgf/m2)

16)08,27( 2

q = 45,82 kgf/m2

(c) Pressão interna Considerando as quatro paredes igualmente permeáveis ao vento, vamos considerar o

caso mais nocivo de cpi = -0,30 (v. pág. 75) cpi = 0 (d) Pressão nas paredes (v. pág. 68)

Cálculos preliminares

a = 60 m 39,0187

bh

21

bh

b = 18 m 33,31860

ba 42

ba

h = 7 m

y = Mín (0,2b; h) A1 = Máx(⅓ b; ¼ a) C1 = Mín(2h; ½ b) y = Mín (0,2 18; 7) A1 = Máx(⅓ 18; ¼ 60) C1 = Mín(2 7; ½ 18) y = Mín (3,6; 7) A1 = Máx (6; 15) C1 = Mín (14; 9) y = 3,6 m A1 = 15 > 2h = 2(7) = 14 C1 = 9 m

A1 = 14 m C2 = 18 – C1 A2 = 30 – A1 C2 = 18 – 9 A2 = 30 – 14 C2 = 9 m A2 = 16 m

y

h

b = 18

Vento a 0

Vento a 90

a = 60

A1

A2

B1

B2

A3 B3

C

D

C1 C2

A B

D1 D2

L C

Page 166: Notas de Aula Estruturas Metalicas

166

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A3 = ½ a A3 = ½ (60) A3 = 30 m

Valores de Ce Como existem sucções e sobrepressões nas paredes, vamos considerar o efeito combinado das pressões internas. Devemos lembrar que o vento pode soprar de qualquer direção. Embora a NBR 6123 permita considerar regiões menos pressurizadas, vamos considerar pressões uniformes em todas as paredes. Assim, temos em princípio dois casos a considerar para o efeito combinado de pressões internas e externas:

L C -0,5

Vento a 90

C1 C2

A B

D1 D2

+0,7

-0,9 -0,5

-0,9 -0,5

Vento a 0

A1

A2

B1

B2

A3 B3

C

D

-0,8

-0,4

-0,2

-0,8

-0,4

-0,2

+0,7

-0,3

+1,0 +1,0

+1,0

+1,0

Sobrepressões nas paredes (Ce - cpi)

-0,8 -0,8

-0,9

-0,9

Sucções nas paredes (Ce - cpi)

Page 167: Notas de Aula Estruturas Metalicas

167

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Nos quatro cantos das paredes, em faixa de largura y = 3,6 m, temos sucções localizadas com cpe = -1,0. (v. pág. 68) Na região do beiral, temos Ce = +0,7 ou Ce = -0,9. Estes valores devem ser combinados com a pressão no telhado a fim de se obter a situação mais crítica para o carregamento do telhado. (v. pág. 146)

(e) Pressão no telhado

Cálculos preliminares: (v. pág. 69 e 70)

a = 60 m > b 39,0187

bh

21

bh

b = 18 m 33,31860

ba 2

ba

h = 7 m = 5

y = Mín (0,15b; h) x = Máx(⅓ b; ¼ a) y = Mín (0,15 18; 7) x = Máx(⅓ 18; ¼ 60) y = Mín (2,7; 7) x = Máx (6; 15) y = 2,7 m x = 15 > 2h = 2(7) = 14

x = 14 m

h

y

y

E G

F H

I J

b

a

Vento

y

L C

x

Page 168: Notas de Aula Estruturas Metalicas

168

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Notas: (1) Como a/b > 2, nas regiões I e J, para vento a 0, Ce = -0,2. (2) Como todo o telhado fica submetido à sucção, a pior situação de pressão interna é cpi = 0. Conclusão: Considerando a inversão da direção do vento e visando a simplificação dos cálculos, vamos adotar os seguintes valores para o cálculo da pressão no telhado: (1) Ce = -0,9 (sucção) (2) cpe = -1,4 (sucção) (3) Para o beiral de 0,50 m, considerando que o telhado será submetido à sucção, a pior situação da pressão na parede será uma sobrepressão de +0,7. Assim, para o beiral, temos um “Ce”= -1,6 (sucção). A tabela abaixo apresenta as forças nos nós do banzo superior da treliça devido a sucção do vento. A área afetada pelo vento são as telhas, e devemos levar em conta a sua inclinação, ou seja, dividir sua projeção horizontal por cos 5. A pressão do vento é perpendicular ao telhado, originando uma componente X da força. A sucção do vento provoca forças Y para cima, positivas em nossa atual convenção. A força é calculada por F = CeqA, onde q = 45,82 kgf/m2 e A a área de influência do nó.

Ce = +0,7 (parede)

Ce = -0,9 (telhado)

Vento a 0

-1,4

-1,2

-1,2

-0,8

-0,4 -0,4

-0,8

-0,2 -0,2

-1,4

-1,2 -0,9 -0,4

-0,9 -0,4

-1,4

-1,2

-1,0

Vento a 90

Valores de Ce e de cpe para o telhado

-1,0

Page 169: Notas de Aula Estruturas Metalicas

169

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Nó Ce Área real

(m2) Força (kgf)

Força X (kgf)

Força Y (kgf)

1 -1,6 1,51 110,7 -9,6 110,3

3 -1,6 1,51 110,7

-42,1 481,3 -0,9 9,03 372,4 483,1

5 -0,9 18,07 745,2 -65,0 742,4 7 -0,9 18,07 745,2 -65,0 742,4 9 -0,9 18,07 742,4 0,00 742,4 11 -0,9 18,07 745,2 65,0 742,4 13 -0,9 18,07 745,2 65,0 742,4

15 -0,9 9,03 372,4

42,1 481,3 -1,6 1,51 110,7 483,1

16 -1,6 1,51 110,7 9,7 110,3 Observe os seguintes fatos: (a) Nós 3 e 15: Parte da área de influência destes nós fica no beiral (A = 1,51 m2, Ce = -1,6) e parte fica sobre o interior do galpão (A = 9,03 m2, Ce = -0,9). (b) Nó 9: A metade da área de influência deste nó fica em cada lado da água, cancelando portanto sua componente X. (c) Nós 1, 3, 5 e 7: Ficam sobre a água esquerda, dando componente negativa X da força. (d) Nós 11, 13, 15 e 16: Ficam sobre a água direita, dando componente positiva X da força. 9. Sobrepressão de vento no telhado Vamos considerar, para efeito didático, uma sobrepressão de vento igual a 0,1q, onde q é a pressão dinâmica do vento (45,82 kgf/m2).

Nó Área (m2)

Força (kgf)

Força X (kgf)

Força Y (kgf)

1 1,51 6,9 0,6 -6,9 3 10,54 48,3 4,2 -48,1 5 18,07 82,8 7,2 -82,5 7 18,07 82,8 7,2 -82,5 9 18,07 82,8 0,0 -82,5 11 18,07 82,8 -7,2 -82,5 13 18,07 82,8 -7,2 -82,5 15 10,54 48,3 -4,2 -48,1 16 1,51 6,9 -0,6 -6,9

y

3 5

7 9

11 13

15 1 16

x

Page 170: Notas de Aula Estruturas Metalicas

170

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Observe os seguintes fatos: (a) Nó 9: A metade da área de influência deste nó fica em cada lado da água, cancelando portanto sua componente X. (b) Nós 1, 3, 5 e 7: Ficam sobre a água esquerda, dando componente positiva X da força. (c) Nós 11, 13, 15 e 16: Ficam sobre a água direita, dando componente negativa X da força. 10. Combinações de carga no telhado Vamos considerar as seguintes combinações de carga no telhado: Combinação 1: Carga base Sobrecarga

Sd = g PP + 1 SC + 22 VtSPr Sd = 1,4 PP + 1,4 SC + 0,60 (1,4) VtSPr

Combinação 2: Carga base Vento Sobrepressão

Sd = g PP + 1 VtSPr + 22 SC Sd = 1,4 PP + 1,4 VtSPr + 0,65 (1,4) SC

Combinação 3: Carga base Vento Sucção

Sd = g PP + 1 VtSuc Sd = 0,9 PP + 1,4 VtSuc

Note dois fatos para a Combinação 3 : (1) g = 0,9 (pois a carga permanente trabalha a favor da segurança, retendo o telhado contra a sucção do vento). (2) A sobrecarga acidental é ignorada pois também trabalha a favor da segurança, retendo o telhado contra a sucção do vento.

y

3 5

7 9

11 13

15 1 16

x

Page 171: Notas de Aula Estruturas Metalicas

171

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Aplicando as equações acima, obtemos os seguintes valores para as cargas nos nós:

Componente X (kgf)

Nó Carga Permanente Sobrecarga Vento

Sobrepressão Vento Sucção Comb 1 Comb 2 Comb 3

1 0,0 0,0 0,6 -9,7 1 1 -14 3 0,0 0,0 4,2 -42,1 4 6 -59 5 0,0 0,0 7,2 -65,0 6 10 -91 7 0,0 0,0 7,2 -65,0 6 10 -91 9 0,0 0,0 0,0 0,00 0 0 0 11 0,0 0,0 -7,2 65,0 -6 -10 91 13 0,0 0,0 -7,2 65,0 -6 -10 91 15 0,0 0,0 -4,2 42,1 -4 -6 59 16 0,0 0,0 -0,6 9,7 -1 -1 14 0,0 0,0 0,0 0,0 0 0 0

(1) Valor positivo: Força para a direita (2) Valor negativo: Força para a esquerda

Componente Y (kgf)

Nó Carga Permanente Sobrecarga Vento

Sobrepressão Vento Sucção Comb 1 Comb 2 Comb 3

1 -42,0 -37,5 -6,9 110,3 -117 -103 117 3 -294,0 -262,5 -48,1 481,3 -820 -718 409 5 -504,0 -450,0 -82,5 742,4 -1.405 -1.231 586 7 -504,0 -450,0 -82,5 742,4 -1.405 -1.231 586 9 -504,0 -450,0 -82,5 742,4 -1.405 -1.231 586 11 -504,0 -450,0 -82,5 742,4 -1.405 -1.231 586 13 -504,0 -450,0 -82,5 742,4 -1.405 -1.231 586 15 -294,0 -262,5 -48,1 481,3 -820 -718 409 16 -42,0 -37,5 -6,9 110,3 -117 -103 117 -3.192,0 -2.850,0 -522,5 4.895,2 -8.899 -7.797 3.982

(1) Valor positivo: Força para cima (2) Valor negativo: Força para baixo 11. Cálculo dos esforços na treliça pelo Método das Seções de Ritter - Combinação 3 Como exemplo, vamos calcular os esforços na treliça pelo Método das Seções de Ritter para a Combinação 3. Devido à simetria, precisamos calcular apenas até o centro da treliça. Inicialmente, precisamos calcular as reações de apoio. Vamos considerar a treliça como sendo bi-apoiada, com um apoio de segundo gênero no nó 1 e um apoio de primeiro gênero no nó 14.

Devido à simetria, cada reação de apoio vertical será igual à metade da resultante das forças verticais, ou seja, cada reação vale 1.991 kgf para baixo. Como a resultante das forças horizontais é nula, a reação horizontal também é nula.

Page 172: Notas de Aula Estruturas Metalicas

172

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Numeração dos nós da treliça e das seções Cálculos Preliminares Seção A - A:

A

A

B

B

C

C

E

E

F

F

G

G H H

1

2

3

4

5

6

7

8

9

10

11

12

13

14

15 16

D

D

M2 = 0 F13 a + 117(50) –14(95,56) = 0 F13 = – 45,3 kgf

Fx = 0 F12 cos 1 + F13 cos 5,08 – 14 = 0 F12 = 127,5 kgf

117

14 F13

F12

1

1

2

a

a = 100,00 cos 5,08 = 99,61 cm b = 126,67 cos 5,08 = 126,17 cm c = 153,33 cos 5,08 = 152,73 cm d = 180,00 cos 5,08 = 179,29 cm Os braços de alavanca a, b, c e d são perpendiculares ao banzo superior.

1 = tg –1 (95,56 / 50) = 62,38 2 = tg –1 (100 / 300) = 18,43 3 = tg –1 (126,67 / 300) = 22,89 4 = tg –1 (153,33 / 300) = 27,07

r = 300 sen 2 = 94,87 cm s = 300 sen 3 = 116,69 cm t = 300 sen 4 = 136,53 cm Os braços de alavanca r, s e t são perpendiculares às diagonais.

8 6

5,08

a b

c d

r s t

2 1 3 4

1

2

3 5

4

7 9

Page 173: Notas de Aula Estruturas Metalicas

173

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Seção B - B: Seção C - C: Seção D - D:

M3 = 0 –F24 (100) + 117(50) + 14(4,44) = 0 F24 = 59,1 kgf M1 = 0 –F23 (50) – F24 (95,56) + 1.991(50) = 0 F23 = 1.878,0 kgf

1

2

3 F13

117

14

1.991

F24

F23

M4 = 0 F35 b + 409(300) – 59(100) + 117(350) – 14(95,56) –1.991(300) = 0 F35 = 3.494,4 kgf M2 = 0 F34 r + F35 a – 59(100) +117(50) – 14(95,56) = 0 F34 = –3.654,4 kgf

a b

r

1 3

5

F24

F34

F35

4

117

14

2

1.991

409

59

6

a

5

4

1 3

14

2 1.991

409

59

F46

F45

F35 117

Page 174: Notas de Aula Estruturas Metalicas

174

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Seção E - E: Seção F - F:

M2 = 0 –F45 (300) + F35 a –59(100) + 117(50) –14(95,56) = 0 F45 = 1.155,6 kgf M3 = 0 –F46 (100) –F45 (300) + 117(50) + 14(4,44) = 0 F46 = –3.407,7 kgf

M6 = 0 F57 c + 586(300) – 91(126,67) + 409(600) – 59(100) + 117(650) –14(95,56) –1.991(600) = 0 F57 = 4.688,8 kgf M4 = 0 F56 s + F57 b – 91(126,67) + 409(300) – 59(100) + 117(350) – 14(95,56) –1.991(300) = 0 F56 = –1.192,7 kgf

b c

5

4 6

1 3

14

2

1.991

409

59

F46

F56

F57 117 7

586

91

s

1

a

5

4 6

3 14

2

1.991

409

59

F68

F67

F57 117 7

586

91

8

Page 175: Notas de Aula Estruturas Metalicas

175

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Seção G - G: Seção H – H:

M2 = 0 –F67 (600) + F57 a – 586(300) – 91(126,67) – 59(100) + 117(50) –14(95,56) = 0 F67 = 463,9 kgf M3 = 0 –F68 (100) – F67 (600) – 586(300) – 91(26,67) + 117(50) + 14(4,44) = 0 F68 = – 4.506,6 kgf

M8 = 0 F79 d + 586(300 + 600) – 91(126,67 + 153,33) + 409(900) – 59(100) + 117(950) – 14(95,56) –

– 1.991(900) = 0 F79 = 4.562,3 kgf M6 = 0 F78 t + F79 c + 586(300) – 91(126,67 + 153,33) + 409(600) – 59(100) + 117(650) – 14(95,56) – – 1.991(600) = 0 F78 = 243,7 kgf

1 c

d

5

4 6

3 14

2

1.991

409

59

F68

F78

F79

117 7 586

91

t

8

9 586

91

F810

6

7

9

8

11

10

F68

F78

F89

F811

4 4

Page 176: Notas de Aula Estruturas Metalicas

176

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Os esforços nos outros membros da treliça são determinados pela simetria da estrutura e do carregamento.

A tabela abaixo resume os resultados obtidos, comparando a solução pelo Método das Seções de Ritter com o Método por Elementos Finitos, teoricamente exato.

Elemento Método das Seções de Ritter

Método dos Elementos Finitos Nota

1 1-3 –45 –25

Banzo Superior

2 3-5 3.494 3.445 3 5-7 4.689 4.671 4 7-9 4.562 4.557 5 9-11 4.562 4.557 6 11-13 4.689 4.671 7 13-15 3.494 3.445 8 15-16 –45 –25 9 2-4 59 2

Banzo Inferior

10 4-6 –3.408 –3.394 11 6-8 –4.507 –4.490 12 8-10 –4.507 –4.490 13 10-12 –3.408 –3.394 14 12-14 59 2 15 1-2 127 115

Diagonais

16 3-4 –3.654 –3.543 17 5-6 –1.193 –1.188 18 7-8 244 231 19 8-11 244 231 20 10-13 –1.193 –1.188 21 12-15 –3.654 –3.543 22 14-16 127 115 23 2-3 1.878 1.865

Montantes

24 4-5 1.156 1.145 25 6-7 464 465 26 8-9 –222 –217 27 10-11 464 465 28 12-13 1.156 1.145 29 14-15 1.878 1.865

Por simetria, F810 = F68 = – 4.507,8 kgf F811 = F78 = 243,7 kgf Pelo equilíbrio das forças verticais na seção, F89 + 2F78sen 4 = 0 F89 = –221,8 kgf

Page 177: Notas de Aula Estruturas Metalicas

177

Prof. Gulielmo Viana Dantas

Como podemos observar, de modo geral a concordância entre os dois métodos de cálculo é excelente. A única diferença significativa ocorre nas diagonais 3-4 e 12-15, cujos resultados dão uma diferença de 111 kgf. No restante do trabalho, usaremos os resultados obtidos pelo Método dos Elementos Finitos. 12. Solicitações de projeto para os membros da treliça A tabela abaixo apresenta os esforços nos membros para as três combinações de carregamentos, bem como os valores de projeto das solicitações para tração e compressão.

Elemento Comb 1 Comb 2 Comb 3 Tração Compressão Nota 1 1-3 10 8 25 10 25

Banzo Superior

2 3-5 8.191 7.179 3.445 3.445 8.191 3 5-7 10.966 9.613 4.671 4.671 10.966 4 7-9 10.547 9.250 4.557 4.557 10.547 5 9-11 10.547 9.250 4.557 4.557 10.547 6 11-13 10.966 9.613 4.671 4.671 10.966 7 13-15 8.191 7.179 3.445 3.445 8.191 8 15-16 10 8 25 10 25 9 2-4 78 68 2 78 ---

Banzo Inferior

10 4-6 8.239 7.217 3.394 8.239 3.394 11 6-8 10.914 9.561 4.490 10.914 4.490 12 8-10 10.914 9.561 4.490 10.914 4.490 13 10-12 8.239 7.217 3.394 8.239 3.394 14 12-14 78 68 2 78 --- 15 1-2 99 87 115 115 99

Diagonais

16 3-4 8.517 7.461 3.543 8.517 3.543 17 5-6 2.902 2.541 1.188 2.902 1.188 18 7-8 478 421 231 231 478 19 8-11 478 421 231 231 478 20 10-13 2.902 2.541 1.188 2.902 1.188 21 12-15 8.517 7.461 3.543 8.517 3.543 22 14-16 99 87 115 115 99 23 2-3 4.305 3.772 1.865 1.865 4.305

Montantes

24 4-5 2.752 2.411 1.145 1.145 2.752 25 6-7 1.135 994 465 465 1.135 26 8-9 452 397 217 452 217 27 10-11 1.135 994 465 465 1.135 28 12-13 2.752 2.411 1.145 1.145 2.752 29 14-15 4.305 3.772 1.865 1.865 4.305

Resumindo, temos para os membros mais tensionados:

Membro Tração Compressão Elementos Esforço (tf) Elementos Esforço (tf)

Banzo 6-8 e 8-10 10,91 5-7 e 11-13 10.97 Diagonal ou Montante 5-6 e 10-13 2,90 2-3 e 14-15 4.31

Page 178: Notas de Aula Estruturas Metalicas

178

Prof. Gulielmo Viana Dantas

As diagonais 3-4 e 12-15 serão construídas com os mesmos materiais dos banzos por sofrerem esforços muito maiores que as demais. 13. Dimensionamento dos Banzos Tracionados Os banzos, bem como as diagonais 3-4 e 12-15, serão construídos com 2 cantoneiras L 3” 9,1 kg/m ligados por chapas de 5/16”, conforme a figura abaixo. As propriedades geométricas da seção dos banzos são as seguintes (considerando as duas cantoneiras): h = 7,62 cm (v. pág. 181)

t0 = 0,79 cm (5”/16) tC = 0,79 cm (5”/16) yG = 2,21 cm c = h – yG = 7,62 – 2,21 cm = 5,41 cm

A = 23,0 cm2 Ix = 124,8 cm4

Wx = 41,5

8,124

cI x = 23,07 cm3

Iy = 280,6 cm4 (Tabela do Pfeil, p.305)

Wy = 62,7

279,0

6,280

2

ht

I

C

y = 34,99 cm3

rx = 2,33 cm ry = 3,50 cm Para uma cantoneira isolada, rmín = 1,50 cm. Vamos dimensionar os banzos considerando duas opções de ligações: soldadas e aparafusadas. (a) Ligações soldadas

Ag = An = 23,0 cm2

Ae = Ct An Ct = 0,75 (estimado) (v. pág. 83)

Ae = 0,75 23,0 = 17,25 cm2 fy = 2,50 tf /cm2 (ASTM A36) fu = 4,00 tf /cm2

yG

c h CG

h h tC

t0

Page 179: Notas de Aula Estruturas Metalicas

179

Prof. Gulielmo Viana Dantas

A resistência de projeto Rd será dada pelo menor valor dos dois valores seguintes: 1. Ruptura da seção efetiva Rd = t Rn = t AeFu

t = 0,75 Rd = 0,75 17,25 4,00 = 51,75 tf 2. Escoamento da seção bruta Rd = t Rn = t AgFy

t = 0,90 Rd = 0,90 23,0 2,50 = 51,75 tf

Logo, a resistência de projeto será Rd = 51,75 tf. Como Sd = 10,91 tf para o membro mais tracionado, a seção é adequada.

Vamos examinar agora o critério de rigidez, ou seja, verificar os limites de esbeltez. (v. pág.

83) 1. Peça composta

L = 5cos

300 = 301 cm

r = rx = 2,33 cm

33,2

301

rL = 129 < 240 (membro principal, OK)

2. Cantoneira simples r = rmín = 1,50 cm

50,1

301

rL = 201 < 240 (OK)

Possivelmente, ao verificarmos a peça à compressão, teremos que prever ligações adicionais intermediárias entre as cantoneiras.

Vamos agora dimensionar a solda. O dimensionamento da ligação considera tanto membros

tracionados quanto comprimidos. Como a chapa tem espessura de 7,9 mm, o lado do filete terá o lado mínimo de 5 mm, ou seja, b = 0,5 cm (Pfeil, p. 86) ou (v. pág. 105 - apostila). Considerando o eletrodo AWS E6018, temos

Rd = 1,87 t L (v. pág. 106) Rd = Sd = 10,97 tf (para considerar a ligação comprimida) t = 0,7 b = 0,7 0,5 = 0,35 cm 10,97 = 1,87 0,35 L L = 16,8 cm. Este valor se refere às duas cantoneiras. Vamos usar 10 cm de solda em cada cantoneira (2 10 = 20 > 16,8 cm). Vamos balancear a solda. Sejam F1 e F2 as forças nos cordões com indicado abaixo (Salmon, p. 236). Isto significa determinar os comprimentos das soldas 1 e 2 de modo que as forças F1, F2 e T não provoquem momentos na conexão. Observe que T = ½ Sd = ½ 10,97 = 5,48 tf, pois cada cantoneira absorve a metade da carga.

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Calculando o momento em relação à solda 2 e igualando a zero, temos:

F1h – T yG = 0 (sendo T = Sd )

F1 = 62,7

21,25,48

hTyG = 1,59 tf

F2 = T – F1 = 5,48 – 1,59 = 3,89 kgf

Os comprimentos das soldas 1 e 2 serão L1 e L2:

L1 = TF1 L =

48,559,1

10 = 2,9 cm (usar 4 cm, o comprimento mínimo) (v. pág. 105)

L2 = 10 – 2,9 = 7,1 cm (usar 8 cm) A norma exige um retorno nas bordas do perfil de pelo menos 2b = 2 0,5 = 1,0 cm.

(b) Ligações aparafusadas O dimensionamento da ligação considera tanto membros tracionados quanto comprimidos. Vamos supor 3 parafusos ASTM A325, de diâmetro 5”/8, conforme esquema abaixo. Temos para os parafusos d = 1,59 cm (5”/8) dEf = d + 0,35 mm = 1,59 + 0,35 = 1,94 cm Ag,Par = ¼ d2 = ¼ (1,59)2 = 1,98 cm2 e, para as cantoneiras, Ag = 23,0 cm2

An = Ag dEf t0 = 23,0 – 1,94(0,79) = 21,5 cm2 (subtrair 1 furo) Ae = Ct An

Ct = 0,85 (perfil L com 3 conectores na linha do esforço) Ae = 0,85 21,5 = 18,2 cm2

4,4 cm

3 5,0 cm

3,62 cm

Nota: 3d = 3 1,59 = 4,77 cm

T yG

h

F1

F2

1,0 cm

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A resistência de projeto Rd será dada pelo menor valor dos seis valores seguintes: 1. Ruptura da seção efetiva Rd = t Rn = t Aefu

t = 0,75 Ae = 18,2 cm2 Fu = 4,00 tf /cm2 (ASTM A36)

Rd = 0,75 18,2 4,00 = 54,60 tf 2. Escoamento da seção bruta Rd = 51,75 kgf (já calculado) 3. Cisalhamento de bloco Avg = 3(5,0) (0,79) = 11,85 cm2 Avn = [3(5,0) – 2,5(1,94)] (0,79) = 8,02 cm2 (retirar 2,5 furos usando dEf t0) Atg = 3,62 (0,79) = 2,86 cm2 Atn = [3,62 – 0,5(1,94)] (0,79) = 2,09 cm2 (retirar 0,5 furos de Atg usando dEf t0)

0,6 fu Avn = 0,6 4,00 8,02 = 19,25 tf fu Atn = 4,00 2,09 = 8,36 tf

Como 0,6 fu Avn > fu Atn

Rd = (0,6 fu Avn + fy Atg) ( = 0,75) Rd = 0,75 [19,25 + 2.500 2,86] Rd = 0,75 [19,25 + 7,15] Rd = 19,80 tf

4. Dimensionamento a Corte nos Conectores Rd = 3 m v Rnv (pois são 3 parafusos)

v = 0,65 m = 2 (dois planos de corte) Rnv = 0,7 Ag,Par0,6 fu,Par (parafusos alta resistência, rosca no plano de corte)

Rnv = 0,7 1,98 0,6 8,25 = 6,90 tf Rd = 3 2 0,65 6,90 = 26,91 tf

5. Esmagamento da Chapa na Superfície de Apoio do Conector

Rd = 3 Rn (pois são 3 parafusos) = 0,75

Rn = 2,4 d t fu (cargas reversíveis devido ao vento) Rn = 2,4 1,59 0,79 4,00 Rn = 12,06 tf Rd = 3 0,75 12,06 = 27,14 tf

6. Rasgamento da Chapa

Rd = 3 Rn = 0,75

Rn = a tC fu a = 5,0 – ½ d = 5,0 – ½ (1,59) = 4,21 cm tC = 0,79 cm Rn = 4,21 0,79 4,00 = 13,30 tf Rd = 3 0,75 13,30 = 29,93 tf

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Logo, a resistência de projeto será Rd = 19,80 tf (cisalhamento de bloco). Como Sd = 10,91 tf (v. pág. 157) para o membro mais tracionado, a ligação aparafusada é adequada. Como podemos observar, a seção dos banzos está superdimensionada para a tração. Vamos ter, porém, que verificar ainda o dimensionamento à compressão. 14. Dimensionamento dos Montantes e Diagonais Tracionadas Os montantes e diagonais serão construídos com 2 cantoneiras L 2½” x 7,4 kg/m ligados por chapas de 5/16”, conforme a figura acima. As propriedades geométricas da seção dos banzos são as seguintes (considerando as duas cantoneiras): h = 6,35 cm (v. pág. 181)

t0 = 0,79 cm (5”/16) tC = 0,79 cm (5”/16) yG = 1,88 cm c = h – yG = 6,35 – 1,88 cm = 4,47 cm A = 18,96 cm2

Ix = 70,80 cm4

Wx = 47,480,70

cI x = 15,84 cm3

Iy = 169,10 cm4

Wy = 35,6

279,0169,10

2

h

tI

C

y = 25,05 cm3

rx = 1,93 cm ry = 2,99 cm (v. pág. 304, W. Pfeil) Para uma cantoneira isolada, rmín = 1,24 cm. Vamos dimensionar os banzos considerando duas opções de ligações: soldadas e aparafusadas. O dimensionamento da ligação considera tanto membros tracionados quanto comprimidos. (a) Ligações soldadas Ag = An = 18,96 cm2 Ae = Ct An

Ct = 0,75 (estimado) Ae = 0,75 18,96 = 14,22 cm2

fy = 2,50 tf/cm2 (ASTM A36) fu = 4,00 tf/cm2

yG

c h CG

h h tC

t0

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A resistência de projeto Rd será dada pelo menor dos dois valores seguintes: 1. Ruptura da seção efetiva Rd = t Rn = t Aefu

t = 0,75 Rd = 0,75 14,22 4,00 = 42,66 tf 2. Escoamento da seção bruta Rd = t Rn = t Agfy

t = 0,90 Rd = 0,90 18,96 2,50 = 42,66 tf

Logo, a resistência de projeto será Rd = 42,66 tf. Como Sd = 2,90 tf (v. pág. 157) para o membro mais tracionado, a seção é adequada.

Vamos examinar agora o critério de rigidez, ou seja, verificar os limites de esbeltez. 1. Peça composta

L = 22 )33,153()300( = 337 cm r = rx = 1,93 cm

93,1

337

rL = 175 < 300 (membro secundário, OK) (v. pág. 83)

2. Cantoneira simples r = rmín = 1,24 cm

24,1

337

rL = 272 < 300 (OK)

Possivelmente, ao verificarmos a peça à compressão, teremos que prever ligações adicionais

intermediárias entre as cantoneiras. Vamos agora dimensionar a solda. Como a chapa tem espessura de 7,9 mm, o lado do filete terá

o lado mínimo de 5 mm, ou seja, b = 0,5 cm (v. pág. 105) ou (Pfeil, p. 86). Considerando o eletrodo AWS E6018, temos

Rd = 1.868 t L 1,87 t L (v. pág. 106) Rd = Sd = 4.305 kgf (para considerar a ligação comprimida) t = 0,7 b = 0,7(0,5) = 0,35 cm 4.305 = 1.868 (0,35) L L = 6,6 cm

Este valor se refere às duas cantoneiras. Como o comprimento mínimo de solda é de 4 cm, vamos utilizar em cada cantoneira dois cordões de solda de 4 cm, dando um comprimento total de 16 cm > 6,6 cm. Não vamos balancear as soldas pois este procedimento é aconselhado mas não obrigatório. A norma exige um retorno nas bordas do perfil de pelo menos 2b = 2 0,5 = 1,0 cm.

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(b) Ligações aparafusadas Vamos supor 2 parafusos ASTM A325, de diâmetro ½”, conforme esquema abaixo. Temos para os parafusos d = 1,27 cm (½”) dEf = d + 0,35 cm = 1,27 + 0,35 = 1,62 cm Ag,Par = Ag,Par = ¼ d2 = ¼ (1,27)2 = 1,27 cm2 e, para a cantoneira, Ag = 18,96 cm2

An = Ag - dEf t0 = 18,96 – 1,62(0,79) = 17,68 cm2 Ae = Ct An

Ct = 0,75 (perfil L com 2 conectores na linha do esforço) Ae = 0,75 17,68 = 13,26 cm2

A resistência de projeto Rd será dada pelo menor valor dos seis valores seguintes:

1. Ruptura da seção efetiva Rd = t Rn = t Aefu

t = 0,75 Ae = 13,26 cm2 fu = 4,00 tf/cm2 (ASTM A36)

Rd = 0,75 13,26 4,00 = 39,78 kgf 2. Escoamento da seção bruta Rd = 42,66 tf (já calculado)

3,50 cm

2 4,0 cm

2,85 cm

Nota: 3d = 3 1,27 = 3,81 cm

T yG

h

4,0 cm

1,0 cm

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3. Cisalhamento de bloco Avg = 2 4,0 0,79 = 6,32 cm2 Avn = [2 4,0 – 1,5 1,62] 0,79 = 4,40 cm2 (retirar 1,5 furos usando dEf t0) Atg = 2,85 0,79 = 2,25 cm2 Atn = [2,85 – 0,5 1,62] 0,79 = 1,61 cm2 (retirar 0,5 furos de Atg usando dEf t0)

0,6 fu Avn = 0,6 4,00 4,40 = 10,56 tf fu Atn = 4,00 1,61 = 6,44 tf

Como 0,6 Fu Avn > fu Atn

Rd = (0,6 fu Avn + fy Atg) ( = 0,75) Rd = 0,75 [10,56 + 2,50 2,25] Rd = 0,75 [10,56 + 5,63] Rd = 12,14 tf

4. Dimensionamento a Corte nos Conectores Rd = 2m v Rnv (pois são 2 parafusos)

v = 0,65 m = 2 (dois planos de corte) Rnv = 0,7 Ag,Par0,6 fu,Par (parafusos alta resistência, rosca no plano de corte)

Rnv = 0,7 1,27 0,6 8,25 = 4,40 tf Rd = 2 2 0,65 4,40 = 11,44 tf

5. Esmagamento da Chapa na Superfície de Apoio do Conector

Rd = 2 Rn (pois são 2 parafusos) = 0,75

Rn = 2,4 d t fu (cargas reversíveis devido ao vento) Rn = 2,4 1,27 0,79 4,00 Rn = 9,63 tf Rd = 2 0,75 9,63 = 14,45 tf

6. Rasgamento da Chapa Rd = 2 Rn (pois são 2 parafusos)

= 0,75 Rn = a tC fu a = 4,0 ½ d = 4,0 ½ 1,27 = 3,37 cm tC = 0,79 cm Rn = 3,37 0,79 4,00 = 10,63 tf Rd = 2 0,75 13,30 = 15,95 tf

Logo, a resistência de projeto será Rd = 11,44 tf (corte nos parafusos). Como Sd = 4,31 tf (v. pág. 157) para o membro mais comprimido, a seção é adequada. Como podemos observar, também a seção dos montantes e diagonais está superdimensionada para a tração. Vamos ter, porém, que verificar ainda o dimensionamento à compressão.

Page 186: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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15. Dimensionamento dos Banzos Comprimidos Precisamos verificar a resistência da treliça em dois planos, em seu próprio plano vertical e em um plano horizontal. Precisamos ainda verificar o índice de esbeltez dos perfis individuais. (a) Flambagem da treliça em seu próprio plano vertical Antes de fazer o dimensionamento da seção, precisamos verificar se seu índice de esbeltez atende os limites das NBR 8800: K = 1,0 L = 300 / cos5 = 301 cm (membro inclinado do banzo superior)

r = rx = 2,33 cm (flambagem no plano da treliça) (v. pág. 158)

33,23010,1

r

KL = 129,2 < 200 (OK) (v. pág. 116)

A resistência de projeto Rd será dada por Nd = c Ag fcr

c = 0,90 Ag = 23,0 cm2 (área bruta)

fcr: Tensão de compressão crítica Para obter fcr, precisamos calcular :

= 0,0111r

KL (Aço MR-250)

= 0,0111 129,2 = 1,43 Como a flambagem ocorre no plano x-x das cantoneiras, devemos usar a curva c (aliás, se fosse no plano y-y a curva de flambagem seria a mesma). Para este valor de achamos fcr/fy = 0,35 fcr = 0,35 2,50 = 0,875 tf/cm2 Portanto, a resistência de projeto Rd será dada por

Nd = 0,90 23,0 0,875 Nd = 18,11 tf

Como as barras mais comprimidas do banzo superior (5-7 e 11-13) têm uma solicitação de projeto de 10,97 tf, a seção atende (v. pág. 157). (b) Flambagem da treliça em um plano horizontal Antes de fazer o dimensionamento da seção, precisamos verificar se seu índice de esbeltez atende os limites das NBR 8800: K = 1,0 L = 18 m = 1.800 cm (comprimento do banzo inferior)

r = ry = 3,50 cm (flambagem fora do plano da treliça) (v. pág. 158)

50,3

800.10,1

rKL = 514 > 200 (não pode)

Page 187: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Assim, precisamos contraventar o banzo inferior a fim de reduzir seu índice de esbeltez. Uma maneira prática é através de barras rosqueadas tracionadas por esticadores ligando em X os banzos inferior e superior a cada 6 m. Neste caso, o comprimento L cai para 6 m = 600 cm:

50,36000,1

r

KL = 171,4 < 200 (OK)

A resistência de projeto Rd pode ser obtida através dos seguintes cálculos:

= 0,0111 171,4 = 1,90 fcr/fy = 0,22 (curva c)

fcr = 0,22 2,50 = 0,550 tf/cm2 Nd = c Ag fcr = 0,90 23,0 0,550 = 11,39 tf.

Como as barras mais comprimidas do banzo inferior (6-8 e 8-10) têm uma solicitação de projeto à compressão de 4,49 tf, a seção atende. Devemos lembrar que o travamento deve ser feito também no banzo superior, que trabalha comprimido no caso das combinação de carga 1, com Sd = 10,97 tf. O mesmo tipo de contraventamento atende. O travamento do galpão será discutido em outro local. (c) Índice de esbeltez dos perfis individuais

No caso de ligações soldadas, o índice de esbeltez dos perfis individuais devem ser inferiores à metade do índice de esbeltez do perfil composto, que vale 129,2 (v. pág. 166). Assim, para uma cantoneira isolada,

r

KL = ½ 129,2

K = 1,0 L = ?

r = rmín = 1,50 cm (para uma cantoneira isolada)

50,1

0,1 L = ½ 129,2

L = 96,9 cm Como o comprimento de uma seção do banzo mede 301 cm, devemos soldar chapas de ligação (espaçadores) entre as cantoneiras a cada 75,25 cm.

No caso de ligações aparafusadas, o índice de esbeltez dos perfis individuais devem ser inferiores a um quarto do índice de esbeltez do perfil composto, que vale 129,2. Assim, para uma cantoneira isolada, L = 48,45 cm

Page 188: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Como o comprimento de uma seção do banzo mede 301 cm, devemos soldar chapas de ligação (espaçadores) entre as cantoneiras a cada 43 cm. 16. Dimensionamento dos Montantes e Diagonais Comprimidos (a) Dimensionamento à compressão Antes de fazer o dimensionamento da seção, precisamos verificar se seu índice de esbeltez atende os limites das NBR 8800:

K = 1,0

L = 22 )33,153()300( = 337 cm r = rx = 1,93 cm

93,13370,1

r

KL = 174,6 < 200 (OK) (v. pág. 116)

A resistência de projeto Rd será dada por Nd = c Ag fcr

c = 0,90 A = 18,96 cm2 (área bruta)

fcr: Tensão de compressão crítica Para obter fcr, precisamos calcular :

= 0,0111r

KL (Aço MR-250)

= 0,0111 174,6 = 1,94 Como a flambagem ocorre no plano x-x das cantoneiras, devemos usar a curva c (aliás, se fosse no plano y-y a curva de flambagem seria a mesma). Para este valor de achamos fcr/fy = 0,213 fcr = 0,213 2,50 = 0,533 tf/cm2 Portanto, a resistência de projeto Rd será dada por

Nd = 0,90 18,96 0,533 Nd = 9,09 tf

Ligação soldada: 4 75,25 cm = 301 cm

Ligação aparafusada: 7 43 cm = 301 cm

Page 189: Notas de Aula Estruturas Metalicas

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Como o montante mais comprimido (2-3 e 14-14) têm uma solicitação de projeto de 4,31 tf (v. pág. 157), a seção atende. (b) Índice de esbeltez dos perfis individuais

No caso de ligações soldadas, o índice de esbeltez dos perfis individuais devem ser inferiores à metade do índice de esbeltez do perfil composto, que vale 174,6. Assim, para uma cantoneira isolada,

r

KL = ½ 174,6

K = 1,0 L = ?

r = 1,24 cm (para uma cantoneira isolada)

24,1

0,1 L = ½ 174,6

L = 108,3 cm Como o maior comprimento de uma seção da diagonal mede 337 cm, devemos soldar chapas de ligação (espaçadores) entre as cantoneiras a cada 84,25 cm.

No caso de ligações aparafusadas, o índice de esbeltez dos perfis individuais devem ser inferiores a um quarto do índice de esbeltez do perfil composto, que vale 174,6. Assim, para uma cantoneira isolada, L = 54,2 cm Como o maior comprimento de uma seção da diagonal mede 337 cm, devemos soldar chapas de ligação (espaçadores) entre as cantoneiras a cada 48,1 cm.

Ligação soldada: 4 84,25 cm = 337 cm

Ligação aparafusada: 7 48,1 cm = 337 cm