revisão 2015.1s.2b-22
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DIMENSIONAMENTO DE LAJE E VIGASTRANSCRIPT
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Calcular e dimensionar a estrutura abaixo: Dados:
1) Carga acidental: 3,0 kN/m
2) Revestimento: 1,0 KN/m;
3) Cobrimento nominal da armadura de 25mm, admitindo classe de agressividade ambiental II.
(Item 7.4.7.6 NBR 6118:2003);
4) Vigas: largura bw = 14cm e altura h=50cm
5) Concreto com resistncia caracterstica fck = 25 Mpa e peso especfico 25 kN/m;
6) Ao CA-50
7) A laje engastada pelo lado apoiado na viga (V4)
1) Caso da laje: caso 3 um lado maior engastado
2) Pr-dimensionamento:
23
2.1) Valor de : =ly
lx=
700
500= 1,4, sendo lx o menor vo
2.2) Pela tabela: 2 = 1,58
2.3) Pela tabela: 3 = 25
2.4) d 500
1,5825= 12,65 13 cm
2.5) Altura h = d + 2,5 + 1,5 1,0 = d + 4,0cm = d + 0,04m
2.6) h = 0,13 + 0,04 = 0,17 m
3) Clculo das cargas atuantes:
1.1) Cargas permanentes
-
1.1.1) peso prprio: g1 = 0,17.25kN/m = 4,25 kN/m
1.1.2) revestimento: g2 = 1,00 kN/m
1.1.3) total: g = g1+g2 = 5,25kN/m2
1.2) Carga acidental:
1.2.1) q = 3,00 kN/m
1.3) Carga total:
1.3.1) P = g + q = 5,25 + 3,00 = 8,25 kN/m
4) Verificao das flechas:
4.1) Valores limites das flechas:
4.1.1) Para a totalidade de cargas (combinao rara):
250=
5000
250= 20 mm
4.1.2) Para a carga acidental:
350=
5000
350= 14,28 mm
4.2) Mdulo de deformao longitudinal do concreto: Ecs = 4720 fck
4.2.1) Ecs = 4720 25 = 23800 MPa = 23800000 kN/m
4.3) Clculo da flecha elstica: =
4
3
100
4.3.1) Valor de : pela tabela = 4,65
4.3.2) Flecha para carca total: f = 8,2554238000000,173
4,65
100= 0,002 m = 2 mm
4.3.3) Flecha para ao apenas da carga acidental: f =354
238000000,173
4,65
100=
0,0007 m = 0,7 mm
5) Determinao de uma nova altura para a laje, em razo da maior flecha encontrada
ser muito abaixo da limite estabelecido por norma.
5.1) 0,02 =(+)
4
3
100 =
(8,25)54
238000000,020
4,65
100
3= 0,0005
3
= 0,0795 m =
8 cm
5.2) Nova altura de clculo ser: d = h 4 cm = 8 4 = 4 cm
6) Determinao do novo carregamento
6.1) P = 0,08m25kN/m + 1,00 kN/m + 3,00kN/m = 6,00 kN/m
7) Determinao dos momentos
7.1) mx = xplx
2
100; my = y
plx2
100; xx = x
plx2
100
7.1.1) Entrando na tabela (caso 3 e =1,4): x = 5,51; x = 10,92 e y = 2,25;
7.1.2) mx = 5,51 6,005,002
100= 8,265 kNm;
7.1.3) xx = 10,92 6,005,002
100= 16,38 kNm;
7.1.2) my = 2,25 6,005,002
100= 3,375 kNm;
8) Determinao da altura til mnima: Mmax = 16,38kNm; bw = 100 cm; fck =
25.000kN/m e 34 = 0,628 (Ao CA50)
8.1)Expresso: dmn = Md
bwfcd(0,68340,272342)
;
8.2) Resultado: dmn = 1,416,38
1,025000
1,4(0,680,6280,2720,6282)
= 0,0634m;
8.3) Concluso: dmn > dproj, adotar dproj = 0,08 m
9) Determinao da altura final da laje:
-
9.1) Nova altura total da laje: h = d + 2,5 + 1,51,0 = d + 4,0cm = 8,00 + 4,00 = 12,00 cm
10) Determinao do carregamento final
10.1) P = 0,12m25kN/m + 1,00 kN/m + 3,00kN/m = 7,00 kN/m
11) Determinao dos momentos finais
10.1) mx = 5,51 7,005,002
100= 9,64 kNm;
10.2) xx = 10,92 7,005,002
100= 19,11 kNm;
10.3) my = 2,25 7,005,002
100= 3,94 kNm
12) Verificao da altura til mnima do novo momento mximo: Mmax = 19,11kNm; bw
= 1,0m; fck = 25.000kN/m e 34 = 0,628 (Ao CA50)
10.1) Resultado: dmn = 1,419,11
1,025000
1,4(0,680,6280,2720,6282)
= 0,0684m;
8.3) Concluso: dmn < dproj, OK
13) Clculo das armaduras longitudinais:
13.1) As,min = min bw h =0,15
100 100 12 = 1,8 cm2/m
13.1.1) Entrando na tabela: 6.3 mm c/17,5 cm
13.2) mx = 9,64 kNm
13.2.1) KMD =Md
bwd2fcd KMD =
1,49,64
1,00,08225000
1,4
= 0,1181
13.2.2) KZ = 0,9249
13.2.3) As =Md
(KZ)dfs
1,49,64
0,92490,0850
1,15
= 0,4025 9,64
0,9249= 4,20 cm
13.2.4) Entrando na tabela: 10 mm c/19 cm
13.3) xx = 19,11 kNm
13.3.1) KMD =Md
bwd2fcd KMD =
1,419,11
1,00,08225000
1,4
= 0,2341
13.3.2) KZ = 0,8351
13.3.3) As =Md
(KZ)dfs
1,419,11
0,83510,0850
1,15
= 0,4025 19,11
0,8351= 9,21 cm
13.2.4) Entrando na tabela: 12,5 mm c/13 cm
13.4) my = 3,94 kNm
13.4.1) KMD =Md
bwd2fcd KMD =
1,43,94
1,00,08225000
1,4
= 0,0431
13.4.2) KZ = 0,9708
13.4.3) As =Md
(KZ)dfs
1,43,94
0,97080,0850
1,15
= 0,4025 3,94
0,9708= 1,63 cm2 < As,min
13.1.1) Entrando na tabela: 6.3 mm c/17,5 cm
14) Comprimento e quantidade das barras
14.1) Armadura positiva comprimento
14.1.1) Lx = 500 + 2 101 = 520 cm (N1) c/19 cm;
14.1.2) Ly = 700 + 2100,63 = 714 cm (N2) c/17,5cm;
-
14.2) Armadura negativa quantidade
14.2.1) Nx = 700/19 + 1 = 38, ou seja 38N110 c/19 (520)
14.2.2) Ny = 500/17,5 + 1 = 30, ou seja 30N26,3 c/17,5 (714)
14.3) Armadura negativa comprimento
14.3.1) lb = 38 = 381,25 = 47,5 cm
14.3.2) lg = 12 2,5 2,5 = 7,0 cm (gancho reto adotado)
14.3.3) l = 0,25 lx + lb + lg = 0,25 500 + 47,5 + 7 = 180 cm
14.3.4) (N1) c/19 cm;
14.4) Armadura negativa quantidade
14.3.5) N = 700/13 + 1 = 55, ou seja 55N312,5 c/13 (180);
14.5) Armadura de bordo
14.5.1) As,const = 0,2 4,20 = 0,84 cm2, utilizar 0,9
cm2
m
5c
20
14.5.2) Comprimento: 25 +5
= 25 0,5 +500
5= 113 cm
14.5.3) Quantidade: N =(2500+700)
20+ 1 = 86; ou seja 86N45 c/20 (113)
15) Reaes das lajes nas vigas
15.1) Laje ( = =700
500= 1,4)
15.2) = 2,7 7,00 5
10= 9,45 kN/m
15.3) = 1,83 7,00 5
10= 6,41 kN/m
15.4) = 4,68 7,00 5
10= 16,38 kN/m
16) CALCULO DA ARMADURA LONGITUDINAL DA VIGA V4
16.1) Clculo do momento fletor:
16.1.1) Peso prprio: 0,140,525 = 1,75 kN/m
16.1.2) Sobrecarga:
16.1.2.1) Parede de tijolo comum revestida: 0,143,018 = 7,56 kN/m
16.1.2.2) Cobertura de telha de barro e estrutura de madeira: 0,80 kN/m
16.1.2.3) Contribuio laje: 16,38 kN/m
16.1.3) Carregamento total: 1,75 + 7,56 + 0,80 + 16,38 = 26,49 kN/m
16.1.4) Momento Fletor: M =ql2
8=
26,4972
8= 162,25 kN/m
Para um momento M = 162,25 kNm, calcular a armadura necessria de uma seo
retangular com largura bw = 0,14 m e d = 0,46 m, com ao CA-50 e fck = 25 MPa.
Considerar estribos de = 5 mm e barras longitudinais de = 10 mm, e cobrimento
de 2,5 cm, de acordo com a NBR 6118:2003
a) clculo da altura mnima da seo para M = 162,25 kNm
dmn = 1,4162,25
0,1425000
1,4(0,680,6280,2720,6282)
= 0,5331m
dmn > dproj, o caso de utilizar armadura dupla a fim de manter a altura
final de projeto.
Flavio PestanaRealce
-
b) Clculo de M34 (momento obtido impondo que a seo trabalhe no limite entre os
domnios 3 e 4)
M34 = bw fcd 0,68 x34 (d 0,4 x34)
x34 =0,0035
0,0035+0,00207 d = 0,628 d (CA-50)
M34 = 0,14 25000
1,4 0,68 0,628 0,46 (0,46 0,4 0,628 0,46) =
169,16 kNm
c) Clculo de M2 (momento que ser resistido por uma armadura comprimida As e, para
que haja equilbrio, por uma armadura tracionada AS2)
M2 = Md M34 = 1,4 162,25 169,16 = 57,99 kNm
d) Clculo de As (KX34 = x34/d = 0,628)
d = 2,5 + 0,5 +1,0
2= 3,5 cm (distncia da armadura comprimida at a borda
comprimida)
As =M34
[10,4(KZ)34]dfyd+
MdM34
(dd)fyd
As =169,16
[10,40,628]0,4650
1,15
+1,4162,25169,16
(0,460,035)50
1,15
= 11,29 + 3,13 As = 14,43 cm
e) Clculo de As: necessrio conhecer antes fs
e, portanto, s.
s =
0,0035(x34d)
x34=
0,0035(0,6280,460,035)
0,6280,46= 0,00308
Como s> yd (yd = 0,207%, CA-50)=> fs
=fyd
As =
MdM34(dd)f
=1,4162,25169,16
(0,460,035)50
1,15
= 3,13 cm2
17) CLCULO DA ARMADURA TRANSVERSAL (ARMADURA DE CISALHAMENTO)
ESTRIBOS
17.1) Clculo da Fora Cortante Atuante (Vs)
17.1.1) Vs =ql
2=
26,497
2= 92,72 kN
17.1.2)
a) Verificao do esmagamento da biela de concreto ou diagonal comprimida -
Sd Rd2,I
Sd =VSd
bwd=
1,492,72
0,140,46= 2016 kN/m = 2,02 MPa;
Rd2,I = 0,27 (1 fck 250 ) fcd = 0,27 (1 25 250 ) 25000
1,4= 4339
kN
m2=
4,34MPa
Ok, sem perigo de esmagamento
b) Tenso absorvida por mecanismos complementares ao de trelia, em razo do
concreto:
c =Vc
bwd=
0,6fctdbwd
bwd= 0,6 fctd = 0,6 0,15 fck
2 3 = 0,6 0,15 2523
=
0,6 0,15 8,55 = 0,77 MPa = 770 kN/m;
c) Tenso tangencial a ser resistida pela armadura transversal:
* Sw = Sd c = 2,02 0,77 = 1,25 MPa = 1250 kN/m
d) Taxa de armadura transversal:
* sw,90 =1,11Sw
=
1,111,25
500 1,15= 0,0032
-
e) Espaamento dos estribos ( = 90) de = 5,0 mm, calculado por:
* sw,90 =Asw
bwsens =
Aswbw1sw,90
=20,19
140,0032= 8,53 cm
Resultado com espaamento muito pequeno
f) Espaamento dos estribos ( = 90) de = 6,3 mm, calculado por:
sw,90 =Asw
bwsens =
Aswbw1sw,90
=20,32
140,0032= 14,28 cm
Adotado espaamento 14 cm
g) Clculo da taxa de armadura transversal mnima necessria para a viga
sw,mn = 0,2 fctmfywk
sw,90 = 0,2 0,3 252
3
500= 0,001;
h) O espaamento mximo possvel para que a taxa mnima necessria seja atingida, para
estribos verticais de 5,0 mm, :
sw,90 =Aswbws
0,001 =20,19
14s s 27,14 cm
i) O espaamento mximo estabelecido por norma (depende do valor da relao entre
VSd e VRd2)
VSd = 1,4 92,72 = 129,81 kN
VRd2 = 0,27 (1 fck 250) fcd bw d = 0,27 (1 25 250) 25000
1,4
0,14 0,46 = 279,45 kN
VSd
VRd2=
129,81
279,45= 0,46 < 0,67 smx {
0,6 d = 0,6 46 = 27,6 cm30 cm
smax 27,6 cm
s = 25 cm, com estribos de = 5 mm
j) Clculo da fora cortante resistida pela armadura mnima, com s = 25 cm e estribos de
= 5 mm
sw,90 =Aswbws
=20,19
1425= 0,00108
VR = 644 bw d [sw,90 fydw + 0,1 fck2 3 ]
VR = 644 0,14 0,46 [0,00108 500 1,15 + 0,1 252 3 ] = 55,03 kN
k) Trecho da viga que vai ser colocado taxa de armadura correspondente a s = 25 cm e
estribos de = 5 mm
VR = Vs x q
x =92,7255,03
26,49= 1,42 m
106,3-c/14 106,3-c/14 175-c/25
142 cm 142 cm 416 cm
700 cm
-
PARA O CLCULO DO Ycg
necessrio a distncia de cada camada de armadura borda mais prxima
Espaamento horizontal NBR 6118:2003
{2
( )1,2 ( )
Brita 2 (19 a 25mm)
Considerando barras de 12,5mm temos:
{2 2 + (1,25 + 0,05) = 3,30
(1,25 + 0,05) 1,25 + 0,05 + 1,25 + 0,05 = 2,601,2 1,2 2,5 + 1,25 + 0,05 = 4,30
Espaamento vertical NBR 6118:2003
{2
( )0,5 ( )
Brita 2 (19 a 25mm)
Considerando barras de 12,5mm temos:
{2 2 + (1,25 + 0,05) = 3,30
(1,25 + 0,05) 1,25 + 0,05 + 1,25 + 0,05 = 2,600,5 0,5 2,5 + 1,25 + 0,05 = 2,55
Adotaremos espaamento vertical de 3,50cm
L3
L1
L2
-
Considerando um cobrimento de 2,5cm e utilizao de armadura transversal(estribo) de
5mm(0,5cm), temos:
Distncia da 1 camada:
2,5 + 0,5 +1,25 + 0,05
2= 3,65
Distncia da 2 camada: 3,50cm
Ordenada do centro de gravidada (Ycg):
=
=
2 12.5 3,65 + 2 10 (3,65 + 3,5)
2 12.5 + 2 10
=2 1,25 3,65 + 2 0,8 (3,65 + 3,5)
2 1,25 + 2 0,8= 5,01
EXERCCIO CALCULAR O Dreal DA VIGA DADA A SEGUIR
SITUAO 1
h = 50cm; As= 15,79cm; cobrimento = 2,5cm; estribo 5mm
SITUAO 2
h = 50cm; As= 11,84cm; cobrimento = 3,0cm; estribo 5mm
SITUAO 3
h = 40cm; As= 8,60cm; cobrimento = 3,0cm; estribo 5mm
(1,0+0,05)cm
(1,25+0,05)cm
2,5cm
3,5cm
dreal = h Ycg
5,01cm
h
Ycg