Resistência dos materiais süssekind curso de análise estrutural i by Joao Florencio

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CURSO DE ANÁLISE ESTRUTURAL Volume I

Estruturas Isostaticas

Enciclopédia Técnica Universal Globo

O (lum de Análise Estnitural compreende os volumes: 1 - Estruturas isostáticag

11- Deformações em estruturas Mbtodo das forças. 111 -Método das deformapes Processo de Cross.

JOSE CARLOS SUSSEKIND

CURSO DE ANÁLISE ESTRUTURAL

CIP-Brasil Cataiogação-na-konlc Câmara Brasileira do Livro, SP

Volume I S963c v.1-3

Siisseklnd, 3 0 6 Carlos, 1947Curso de análise estnitural/ José Carlos Siissekind. 6. ed. - Porto Alegre -Rio de Janeiro :Globo, 1981.

Estruturas Isostáticas

v. ilust. (EnciolopMia tbcniui unfversal Globo)

Bibiiogmííí. Conteiido: -v. 1. Estnitiuas isostáticar -2. Deformações em estruturas. Método das forps. -3. Método das deformaç6es Processo de Cross.

1. EstruturaçAnáüse. (Engenharia) I.Tftulo. 10 :Estrutu~asisostáticar IU. Sene.

6? Edição

U. Tftu-

hdloes parn catálogo slstedtim: 1. Análise estrutural : Engenharia 624.171 2. Estruturas: Análise: Engenhada 624.171 E O i I O R A GLOBO Porto Alegre 0 Rio de Janeiro

1981

l? Edição -dezembro de 1975 2? Edição - juiho de 1977 3? Edição - março de 1979 4? Ediçáo -maio de 1979 S? Edlçáo - março de 1980

Apresentacão

A idéia de escrever este Curso de Análise Estrutural nasceu da necessidade encontrada de um texto que nos servisse de'suporte para o ensino da Isosiática e da Hiperestática aos futuros engenheiros civis, idéia esta que cresceu com o estímulo recebido da parte de diversos colegas de magistério, que se vèm deparando com o mesmo problema, e cuja concretização se tomou possível a partir do interesse demonstrado pela Editora Globo em editá-lo.

O Curso de Análise Estmturd será dividido em três volumes, no primeiro dos quais estudaremos os esforços nas estmturas isostáticas, ficando o estudo dos esforços nas estruturas hiperestáticas e das deformações em estruturas em geral para ser feito nos segundo e terceiro volumes. Nestes últimos, incluiremos também o estudo de alguns tbpicos especiais, cujo conhecimento julgamos indi~pensávelao engenheiro civil.

Capa: Ruben H e m a n n

A primeira edição desta obra foi realizada em convênio com a Universidade de São Paulo

Na apresentação deste Curso, é dever de gratidão mencionar o nome do extraordinário professor que é o Dr. Domício Falcão Moreira e Silva, a quem devemos nossos conhecimentos de Mecãnica Racional e de Mecânica das Estruturas, e por iniciativa de quem fomos lançados no magistério superior, na Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro. Agradecemos antecipadamente aos nossos leitores e colegas quaisquer comentários, sugestões ou críticas que nos venham a enviar através da Editora Globo, pois, a partir deles, estaremos em condições de tentar sempre melhorar este trabalho, no sentido de torná-lo cada vez mais útil ao nosso estudante - objetivo final de nossos esforços.

Direitos exclusivos d e edição, em língua portuguesa, da Editora Globo S A. Av. Getúlio Vagas, 1271 - 90000 P o r t o Alegre, RS Rua Sarg. Sllno Hollenbach, 350 - 21510 - Rio de Janeiro, R1

Rio de Janeiro, 1Q de abril de 1974 José Carlos Sussekind

Sumário C A m U L O I - CONCEITOS FUNDAMENTAIS 1 - Domínio de estudo da Análise Estmtunl 1 2

- As grandezas fundzmentais:

Força e Momento 2 2.1 - Força 2 2.2 - Momento 3 2.2.1 - Propriedades do momento 4 2.2 1.1 - Momento de uma força em relaçáo a um ponto 4 2.2.1.2 - Momentos de uma força em relação a diversos pontos 5 2.2 1.3 - Momento de uma força em relação a um e u a 6 2.2.1.4 - Momento constante de um sistema de duas forças paralelas, de mesmo módulo e sentidos opostos 9 2.3 - Redução de um sistema de forças a um ponto. Conceito físico 1 0

3 - Condições de equilíbrio 10 3.1 - Casos particulares importantes 12 3.1.1 - Sistema de forças concorrentes no espaço 12 3.1.2 - Sistema de forças paralelas no espaço 1 2 3.1.3 - Sistema de forças coplanares 14 4 - Graus de liberdade. Apoios. Estaticidade e Estabilidade 16 4.1 - Graus de liberdade 16 4.2 - Apoios 17 4.2.1 - Estruturas planas canegadas no próprio plano 18 4.2.2 - Cálculo das reaçóes de apoiÒ 20 4.3 - Estaticidade e Estabilidade 23 5 - Esforps simples 25 5.1 - Caso particular importante: estruturas planas canegadas no próprio plano 34 6 - Cargas 40 6.1 - Cargas mncentradas 41 6.2 - Cargas distribuídas 41 6.3 - Cargas-momento 45

CAPITULO U

- ESTUDO DAS

VIGAS ISOSTÁTICAS

1 - As equações fundamentais da Estática 48

6 - Problemas propostos 156

2 - Vigas biapoiadas 50 2.1 - Carga concentrada 50 2.2 - Carga uniformemente distribuída 53 2.3 - Carga triangular 5 5 2.4 - Carpa-momcnto 59 2.5 - Casa geral de carregamento 62

- Solução dos problemas p m p s t o s

1 i

170

3 - Vigas engastadas e livres 67 2 - Cbdieação das treliças 192 2.1 - Qiianta à estatiçidde 192 2.2 - Quanta à lei de formação 195

4 - Vigas biapoiadas com balanços 69 5 - Vigas Gerber 73 5.L - Introdução 73 5.2 - Exemplos de decomposição 77 6 - Vigas inclinadas 79 6.1 - viga submetida a carregamento distribuído vertical 79 6.2 - Viga submetida a carregamento distribuído horizontal 81 6.3 - Viga submetida a carregamento distribuído perpendicular a scu eixo 82

3 - Método de Ritter 195 3.1 - As bases do método 195 3.2 - Exemplos de aplicação 198 3.3 - Resolução das treliças de altura constante em f u n ~ ã o da viga de substituição 202 3.3.1 - Treliça com uma diagonal por paiiiel 202 3.3.2 - Treliças com duas diagonais por painel (Vi@sH:ssler)

214

7 - Problemas resolvidos 84 4

8 - F'roblemas propostos 98 9

- Solução dos pmblemas propostos

104

CAPfiULO 111 - ESTUDO DOS QUADROS 1 - Quadros simplm 110 1.1 - Quadro biapoiado 110 1.2 - Quadro engastado c livre 115 1.3 - Quadro triarticulado 117 1.4 - Quadro biapoiado, com articulação

ISOSTATICOS PLANOS

Método de Cremona 220 4.1 - Introdução 220 4.2 - Apresentação do método 223 4.2.1 - Notacão das cargas e dos esforço? normais 223 4.2.2 - Roteiro do método 223 4.3 - Exemplos 226

5 - Treliças compostas 231 5.1 - Conceituação 231 5.2 - Método dc resoluqão 233 5.3 - Aplicaçóes 236 L

tuante (ou escora)

121

2 - Quadros com banas c u m 123 3 - Quadros compostos 130 3.1 - Introdução 130 3.2 - Exemplos de decoml,osiçáo 131 3.3 - Exemplos de resolução 135 4 - Estudo dos arcos triarticulados 140 4.1. - Estudo dos arcas triarticulados para carrwamanto vertical em função da viga de substituição 141 4.2 - Definição e determinação da linha de pressões 143 4.3 - Aplicações 146

6 - Treliças complexas 241 6.1 - Conceituação 241 6.2 - Método geral de resolução das treliças complexas Método de Henneberg) 241 6.3 - Aplicações 246 7

- Treliças com cargas fora dos nó?

251

7.1 - Método de resolução 251 7.2 - Aplicações 253 8 - Intmdufão ao estudo das treliças espaciais 258

- Problemas propostos

10 - &l@o

263

dos problemas PrOPOStOS 270

1 - Estudo das grelhas isostáticas 275 1.1 - Introdução 275 1.2 - Definição 276 1.3 - Aplicações 279 1.4 - Vigas-balcão 286

2 - Estudo dos quadros espaciais isostáticos 289 3 - hohlcrnas propostos 292 4 - Solu@o dos pmblemaa prnposios 295

Introducão - ao primeiro volume

CAP~TULOVI - ESTUDO DAS CARGAS M6VEIS EM ESTRUTURAS ISOSTATICAS

O primeiro volume, em que fazemos o estudo estático das estruturas isostáticas, para cargas permmentes e móveis, foi dividido em seis capítulos, comentados a seguir.

I - lnhoduçáo 298 1.1 - Classificação das cargas que atuam nas estruturas 298 1.2 - Definivão das cargas móveis. Trons-tipo 299 1.3 - O pmblcma a resolver. Forma de resolução 300

O primeiro capitulo (Conceitos Fundamentais) visa a fiwaçãodos c m ceitos de Mecãnica Racional que julgamos base imprescindível à boa compreensão da Análise Estrutural; nele d e f k o s as condições estáticas do equilíbrio, introduzimos as noções de vínculos, graus de liberdade e estaticidade de uma estrutura e definimos os esforços simples que a t u m numa seção de uma estrutura.

2 - Linhas de influência 301 2.1 - Dcfinição 301 2.2 - Fascs dc resolução do problcma 302 2.3 - Obtenção dos efeitos, conhecidos o trem-tipo i. a linha dc influência 302 2.4 - Obtenção das linhas de influência para 2s estruturas isostáticas 304 2.4.1 - Viga engastada e livre 304 2.4.2 - Viga biapoiada 305 2.4.2.1 - Pesquisa dos valores máximos 311 2.4.3 - Viga biapoiada com balanços 320 2.4.4 - Vigas Gerber 325 2.4.5 - Sistemas triarticulados 328 2.4.5.1 - Tcnsões nos bordos das seçõçs 330 2.4.5.2 - Tensóes nos bordos dos encontros 332 2.4.6 - Treliyas 342 2.4.6.1 - Caso particular: treliças de altura constante 346

No segundo capítulo (Estudo das vigas isostáticas), apresentamos as equações diferenciais fundamentais de Estática, estudando a seguir, para os diversos tipos de carregamentos que podem ocorrer na prática, as vigas biapoiada, engastada e livre, biapoiada com balanços e Gerber. Durante este estudo, são apresentadas ao leitor, pouco a pouco, as idéias básicas para o traçado dos diagramas solicitantes, que ao fm deste capítulo, não deverá mais encontrar qualquer dificuldade neste setor.

O terceiro capitulo aborda em detalhes os quadros isostáticos simples e compostos. Queremos chamar a atenção para a enorme importância deste

3 - Roblemas propostos 351

solu@Q dos problemas pmpartos 357

estudo, pois, embora os quadros isostáticos ocorram com pequena incidência na prática, seu perfeito conhecimento é absolutamente indispensável ao estudo das estruturas hiperestáticas. (Este é um problema com o qual nos deparamos, constantemente, no ensino de Hiperestáticq motivo pelo quaI demos uma grande ênfase ao tratamento dos quadros isostáticos em nosso Curso.)

O quarto capitulo trata do estudo das treliças isostáticas planas (simples, compostas e complexas), sendo discutida sua lei de formação è apresentados seus dois grandes métodos de resolução (Ritter e Cremona). São feitas aplicações para os tipos usuais de treliças da prática. Entre eles, ênfase especial mereceu o caso das treliças cujo estudo pode ser feito recair no de uma viga de substituição (muito comuns em pontes).

No final do capitulo, apresentanos as idiias básicas para a geração e o estudo das treliças isostáticas no espaço, mostrando como obedecem às inesmasidéias básicas válidas para treliças planas. O quinto capítulo estuda os quadros isostáticos espaciais, recebendo ênfase maior o caso das grelhas. Este estudo não aparece, normalmente, nas obras clássicas sobre Estática, o que, a nosso ver, tem contribuído para criar quase que um tabu a respeito destas estruturas, que julgamos poder evitar começando a estudii-las paralelamente ao estudo das estruturas planas. Este procedimento vem sendo adota'do, com grande êxito, nas cadeiras de Análise Estrutural na Pontifícia Universidade Católica do Rio de Janeiro, o que nos levou à colocação do assunto no primeiro volume deste Curso. Finalmente, o sexto capítulo estuda os efeitos estáticos das cargas móveis atuantes nas estruturas isostáticas, através do processo das linhas de influência. O processo é aplicado para todos os tipos de estruturas isostáticas, obtendo-se as envoltórias necessárias ao projeto das pontes, viadutos, vigas de rolamento etc. Ao fun de cada capítulo apresentamos uma lista de problemas p r o postos, cuja resolução é indispensável à sedimentação da teoria e exemplos apresentados durante a exposição de cada assunto e que representam a parcela de trabalho individual que cada leitor precisa realiia~paraatingir um bom domínio da Isostática- base sólida e indispensável para o prosseguimento no estudo da Análise Estmtural. Na oportunidade, queremos deixar registrados nossos agradecimentos ao amigo José de Moura Villas Boas, pelo trabalho de revisão deste volume, e aos demais amigos que, com suas sugestões, estímulo e ajuda no traçado das figuras, colaboraram para elaboração deste trabalho. Rio de Janeiro, 3 de Junho de 1974

CONCEITOS FUINDAN

- DOMmIO

DE ESTUDO DA ANÁLISE ESTRUTURAL

A Anáiise Estrutural é a parte da Mecânica que estuda as estruturas, consistindo este estudo na determinação dos esforços e das deformações a que elas ficam submetidas quando solicitadas por agentes externos (cargas, variações térmicas, movimento de seus apoios, etc.). As estruturas se compõem de uma ou mais peças, ligadas entre si e ao meio exterior de modo a formar um conjunto estável, isto é, um conjunto capaz de receher solicitações externas, abso~ê-Iasinternamente e transmiti-las até seus apoios, onde estas solicitações externas encontrar50 seu sistema estático equilibrante. As peças que compõem as estruturas possuem, evidentemente, três diiensões. Três casos podem ocorrer: a) duas dimensões são pequenas em relação à terceira; h) uma dimensão é pequena em relação às outras duas; c) as três dimens8es são consideráveis. No l? caso, que corresponde ao da maioria das estruturas da prática, a dimensão maior é o comprimento da peça, estando as duas outras dimensães nadas no plano a ele perpendicular (plano da seção transversal da peça). :ste caso, o estudo estático da peça, que será denominada barra, pode ser ito considerando-a unidimensional, isto é, considerando-a representada pelo u eixo (lugar geométrico dos centros de gravidade de suas seções transrsais). Uma barra será dita reta ou curva, conforme seu eixo seja reto ou INO. Conforme os eixos das diversas barras que compõem a estrutura estem ou não contidos no mesmo plano, a estrutura será chamada estrutura ana ou espacial

O 2P e o 39 casos são aqueles, respectivamente, das placas; das cascas uja espessura 6 pequena em presença da superfície da peça, superfície esta

Curso de analise estrutural

plana para as placas e curva para as cascas) e dos blocos (caso das barragens) e não serão abordados neste Ciifiau de Análise Estrutural; são estudados, a partir da teoria da Elasticidade, erri Cadeiras próprias (em nível & especialização ou pós-graduação, dependendo da Universidade). Nosso Curso de Análise Estrutural será, então, um curso da Análise Estnitural das barras. A teoria que aqui desenvolveremos tem precisão excelente para barras cuja relação do comprimento para a altura seja superior a 10 : 1, apresentando precisáo ainda boa para relações até 5 : 1. Estas relações englobam a esmagadora maioria das barras da prática (Nos casos em que esta relação se torne inferior, a peça não mais poder6 ser classificada como barra, devendo ser estudada como placa, casca ou bloco, conforme o caso.) 2 - AS GRANDEZAS FUNDAMENTAIS: FORÇA E MOMENTO' ..l

- Força

A noção de força é das mais intuitivas possfveis: podemos exercer uma força sobre um corpo por meio de um esforço muscular; uma locomotiva exerce força sobre os vagões que ela reboca; uma mola esticada exerce forças sobre as peças que fotam suas extremidades; etc. Em todos estes casos, O corpo que exerce a força está em contato w m aquele sobre o qual ela é exercida - tratam-se, pois, de forças de contato. Há, também, forças que a t u m através do espaço, sem contato, chamadas, por esta razão, forças de ação à distância - são as forças devidas à existência de campos agindo sobre o corpo. É o caso das forças elhtricas, magnéticas, das forças de gravitação e, no caso da Terra, das forças devidas à gravidade (que são os pesos dos corpos). Estas últimas serão as mais importantes da Análise Estrutural, c o n f m e veremos em seu desenvolvimento. E wmum chamar-se b forças que aluam numa estrutura de cargas, denominação esta que manteremos em nosso Curso. As forças são grandezas vetoriais, caracterizadas por direçáo, sentido e intensidade. Sua unidade, no sistema MT*S, que é o adotado em Engenharia Estrutural, é a tonelada-força, cujo símbolo B t*, ou, mais simpmcadarnente, t.2 I

Não é nosso objetivo, neste tbpiw, escrever um tratado sobre Estática Abstrata, já estudada nas Cadeiras de Mecânica Racional que antecedem àr de Análise Estrutural.

à nossa maneira, dos conceitos basiws, a respeito Faremos, apenas, uma ~~apresentaqão, dos quais, muitas vezes, o aluno que se inicia no estudo da Análise Estrutural apresenta dúvidas, mnforme tem demonstrado nossa experiência, bem como a de diversos colegas de magistério. Não confunair esre Ultimo com a unidade de massa do sistema MTS.

Conceitos fundamentais

No caso mais geral, que é o das forças situadas no espaço, elas ficam defuiidas por um ponto de passagem e por suas componentes X, Y e Z segundo os eixos triortogonais x , y. z, a partir das quais podemos expressá-las pela igualdade 1.1:

Não nos deteremos no estudo das propriedades das forças, para as quais valem as propriedades dos vetores, já estudadas em Cálculo Vetorial. 2.2 - Momento Seja a barra da Fig. 1-1, suportada em Cpor um cutelo sem atrito e tendo um peso de 10 kg suspenso em B, que se deseja contrabalançar por um peso suspenso em

Fig. 1-1

E fácil ver que o peso a ser colocado em A, a fm de contrabalançar o efeito da rotação da barra em tomo do cutelo C, deve ser inferior a 10 kg, por estar mais afastado de C do que este último; por tentativas, veríamos que seu valor deve ser de 5 kg. Este exemplo simples foi escolhido para ilustrar o fato de que o efeito de rotação de uma força em torno de um ponto depende do valor da força e também de sua distância ao ponto, sendo diretarnente proporcional a ambos. Se desejarmos, então, criar uma nandeza física, através da qual queiramos representar a tendência de rotação em torno de um ponto, provocada por uma força, esta grandeza deverá ser função da força e de sua distância ao ponto. Esta grandeza é o momento, que será defmido da maneira a seguir. +

Chama-se mome$o de uma força F em relação a um ponto O ao produto vetorial do vetzr OM (sendo+M um ponto qualquer situado sobre a Iinlia de ação da força F ) pela força F, conforme indica a Fig. 1-2. --t

-t

Temos: 5 = OMA F

(1.2)

Cuno de análise esbutural

Conceitos fundamentais

A partir da definição de momento, temos:

Representaremos o vetor-momento

* m por um vetor com seta dupla (a fm de não confundi-lo com uma força). Sua direção é perpendicular ao

plano que contém a reta-suporte da força F e o ponto 0 ;seu sentido é dado, a ~ a f t i rdo sentidoba rotação do

&\ \

Como, a partir da Fig. 1-3, temos: - I - -

O'A = 0 ' 0 t OA, podemos escrever: )

+L-

GAF= iiito'Ci~?

(1.9,

m3= (0'0 ~ O A ) A F =O ' O A F ~

Pig. 1-2

vetor no mesmo, OM para a pjartir o vetor do sentido F ou, oda que rotadá çio da força F em tomo do ponto 0, pela regra da mão direita, conforme indica a Fig. 1-2, fazendo a mão direiia girar no sentido desta rotação e obtendo-se o sentido do vetor-momento pela posição ocupada pelo polegar durante esta rotação (o polegar aponta para o lado em que está situada a pu seta dupla do v e t o ~ m o m ~ t o ) m6dulo é dado por I ml = i OMi IFlsen a = = Fd, isto 6 , i q a l ao produto do módulo da força F pela menor distância do ponto O à sua linha de ação.

ficando demonstrada nossa propriedade. + 2.2.1.2 - Os momentos de uma força F em relação a diversos pontos situados sobre um mesmo eixo têm projeção idêntica sobre este eixo.

A unidade de momento, no sistema MT*S, é o mt (ou tm).

2.2.1 - Propriedades do momento Estudaremos, a seguir, algumas propriedades do momento, que conduzirão a conclusóes importantes no estudo da Análise Estrutural.

2.2.1.1 - O momento m' de uma força ?em r$ação a um ponto 0' é da força F em relação ao ponto O igual à soma vetoribdo momento com o momento de F, suposta aplicada em O, em relação ao ponto 0 ' .

v'' Pig. 1-4

Seja uma força F e um eixo r, definido pelos ponfps O e O', conforme indica a Fig. 1.4. Calculado o momento da força F em relação ao ponto 0 , podemos determinar sua projecão sobre a reta r, à qu~chamaremosp Calculemos, agora, a projeção do momento m' da força F em relação ao ponto O', sobre a reta r. A partir da igualdade 1.3, podèmos escrever que:

Cursa de anblise estrutural

proj,

2 = proj, %.+

onceitos fundamentais

proj, (O'OAF) = P + proj, ( 0 3F) ~

+ + Ora, sabemos, pela definição de produto vetorii&que+O'O A F é um vetar perpendicular à reta r e que, portanto, proj,(O'OAF) = 0.

Com isto temos: proj, m = proj, m' = proj, m" =

.. . . . . . . . = p.

2.2.1.3 - O momento iii de uma força F em relação a um ponto O pode ser representado por suas projeções M,, My e Mz na direção de 3 eixos cartesianos triortogonais, conforme indica a Fig. 1-5, a partir das quais pode ser definido pela igualdade L4:

As projeções M,, My e M, são chamadas momentos da força ?em relação aos eixosx, y e z, respectivamente.

f:,] I

? I I I

ummomento O eixo é, então, de umauma forçagrandeza em relação emi-a

---- v

/' 5,

/ ---L

/Mx

Fig. 1-5

nentemente escalar, cujo sinal 6 positivo ou negativo conforme a dupla seta do momento resultante & tenha sua projeção sobre o eixo acompanhando ou não seu sentido positivo, ou, o que dá no mesmo, verificando, pela regra da máo direita, se a rotação da força em torno do eixo d i um momento no sentido positivo ou negativo do eixo.

Fig. I 4

Fig. 1-7

b) O momento resultante de um sistema de forças coplanares em relação a qualquer ponto situado no plano destas forças será sempre perpendicular a este plano, pois, a partir da obse~açãoanterior, imaginando ser este plano o que contém os eixos x e y, leríamos M, = My = O e o momento resultante m ficaria dado por % = M, k, sendo z o eixo perpendicular ao plano das forças, conforme indica a Fig. 1-7. Usaremos esta propriedade no estudo das estruturas planas, carregadas no próprio plano.

c) O m6dulo do momento resultante de uma força em relação a um eixo pode ser obtido diretamente, sem ser necessário calcular o momento resultante para, após, achar sua componente na direçzo do eixo:

Levando.se em conta a pypriedade 2.2.1.2 deste tópico, podemos definir

o momento de uma força F em relação a um eixo como sendo a projeçáõ, sobre esse eixo, do momento desta força em relação a qualquer ponto desse eixo. Observações: a) Calculemos o momento de uma força em relação a um eixo que lhe seja coplanar, conforme indica a Fig. 1-6: O momento )m desta forç~em+relação a um ponto genérico O deste eixo, send+o dado por & = OMA F , é perpendicular ao plano P definido pela força F e pelo eixo r. Sua projeção sobre r seráentão, nula. Podemos, pois, afirmar que o momento de uma força em relação a um eixo que lhe seja concorrente ou paralelo 6 nulo (nos dois casos a forqa e o eixo são coplanares). Esta propriedade seri de grande importância no nosso estudo.

Fig. 1-8

Seja calcular o momento+da forpa F em relação ao eixo z. A força F pode :r decomposta nas forças F, e F, indicadas na Fig. 1-8, a primeira paralela o eixo z e a segunda situada num plano P a ele perpendicular. A componente

Curso de análise estrutural

I i

F I , por ser paralela a z. não+dari momeiito em relação a este eixo, sobrando apenas o da componente F 2 , cujo módulo é igual ao do momento desta força em relação ao p2nto O em que o eixo iiitercepta o plano P. O módulo do momento da foiça F em relaqáo ao eixo z será, então. igual a I M, I = F 2 d = = Fd sen a, sendo d a menor distância do suporte da força F ao eixo z, conforme indica a figura (no caso, o momento seri positivo, pela regra da mão direita). Podemos afirmar, então, que o módulo do momento de uma força em relação a um eixo é igual ao produto do módulo da força pela menor distincia entre a reta suporte da força e o eixo e pelo seno do ângulo formado pela força e o eixo: seu sinal é obtido pela regra da mão direita, definida anteriormente.

Conceitos fundamentais

Para a força F, : M, = O (F2 é concorrente com Ox) My = O (F1 é paralela a Oy) M,=-lXF,=-4mt Para a força F,: M, = 4 X F, = 16 m t MY=-IXF,=-4mt M, = O (F3 B paralela a Oz) 4

Os momentos da força F em relação aos eixos x, y e z serão, então, por superposição de efeitos:

A aplicação seguinte esclarecera.

Ex. 11;

Temos: F = (B - A) = 31

Mx=O+O+16=16mt My = O + + - 4 4 - 4 m t M, = - 1 2 - 4 + O = - 1 6 m t

Calculemos o momento m da força F em relação ao ponto 0:

Calcular os momentos M,, M, e Mz em relaçdo aos eixosx. y z z , da força F , de origem no poiito A(1, 4, O), direçáo e sentido do vetor A 5 e cujo mbdulo, em toneladas. é igual ao módulo da distância AB. Verificar, a partir de sua definição. que o inoinento % da força3eni relação ao ponto O é dado por:

- 4j++ 4k'

e então:

valor este que já sabiamos a priori, a partir dos valores já calculados para Mx, My e M,. O b s e m ~o leitor a enorme simplicidade com que calculamos os momentos da força F em relação aos eixos x , y e z, trabalhando com suas componentes nas direçees dos 3 eixos coordenados (não foi necessário calcular menor distância entre+a reta AB e cada um dos eixos nem os senos dos ingulos form$os por F com cada um dos eixos, porque não trabalhamos diretamente com F). Tal procedimento deve ser sempre empregado, a fim de simplificar a resolução numérica dos problemas. 2.2.1.4 - Um sistema de duas forças paralelas, de mesmo módulo e sentidos opostos, conforme indicado na Fig. 1-10, tem a propriedade de possuir momento constante em relaqão a qualquer ponto do espaço, senão vejamos.

-3

-,Pefa Fi&I-9,godemos ver que a força F pode ser expressa pela igualdade F = F, + F, + F,, em que cada uma destas últimas forças é paralela a um dos eixos coordenados. Calculemos os momentos de cada uma delas em relação aos eixos x, y e z. Temos: Para a força Fl : Mx = O (F, 6 paralela a Ox) My = O (F, é concorrente com Oy) M, = - 4 X F i = - 1 2 m t

++.

O momento das duas forpas F em + relaçãú ao ponto genérico O será da- o F ~ O ~ O ~ : ~ = O ~ , ~ - O ~ A P = = MM'A 2 independendo, portanto, da posição de O. Dtzemos, neste caso, que as 2 forças formam um binirio, que é, conforme vimos, uin invariante em relar;ão a qualquer ponto do espa'o. Fig. 1-10

.+ F

Conceitos fundamentais

Curso de análise estrutural

2.3 - Reduyão de um sistema de forças a um ponto. Conceito físico

submetido a um sistema de forqas, C que estas forças sattsfaçam às cquaq6es vetoriais:

Seja a força indicada lia Fig. 1-1 1.1, que qucremos reduzir ao ponto 0. isto 6. cujos efeitos em relação ao ponto O desejamos conliecer.

-t

em que R é a resultante das forças e qualquer ponto do espaço.

seu momeiito resultante em relayão a

Levando-se em conta que:

Nada se alter+a, sob+o ponto de vista estatico, se acrescentarmos, no ponto 0. duas forças F e (- F), conforme indicado em 1-1 1.2. Analisando o esquemz indicado nesta figura, podemos encará-lo como constit2'do por uma força[ aplicada em O e pelo binário formado pelas forças (- F) a g l i c a ~ e me F ~ aplicada em A , que pode ser :.ubstituidz pelo momento m = OA A F, que se confunde com o momento da força F em relação ao ponto 0 , conforme indica 1-1 1.3. Podemos, então, afirmar que, para reduzir uin sistema de forças a um determinado ponto do espaço, basta transferir todas as forças para este ponto, acrescentandc, para cada uma delas, seu momento em relação a este ponto.

as 2 equações vetoriais de equilíbrio (1.5) podeni ser substituídas, cada uma delas, por trEs equações escalares de equilíürio, obtendo-se o grupo das seis equaçóes (I.6), que são as seis equações universais da Esthtica, regendo o equilibrio de um sistema de forças, o mais geral, no espaço.

Um sistema de forças 6, então, redutivel a uma resultante H e a um momento resultante %em relação a qualquer ponto O do espaço, nos casos mais gerais, iguais, respectivamente, à soma vetorial de todas as forças e à soma vetorial dos momentos de todas estas forças em relação ao ponto 0. A resultante simboliza a tendência de translação do sistema e o momento resultante, sua tendência de rotação em-relação a um eixo passando por 0.

3 - CONDIÇÓES DE EQUILíBRIO

Para um corpo, submetido a um sistema de forças, estar em equilíbrio, é necessário que elas não provoquem nenhuma tendência de translação nem rotação a este corpo. Como a tendência de translação é dada pela resultante -+

R das forças e a tendência de rotação, em tomo de qualquer ponto, 6 dada pelo momento resultante % destas forças em relação a este ponto, basta que * estes dois vetores R e sejam nulos para que o corpo esteja em equilíbrio. A condição necessária e suficiente para que um corpo esteja em equilíbrio,

-i

3E IIcito afirmar que,

se para um dado ponto O do espaço temos R = O e R = 0, as mesmas igualdades se repetirão para todos os demais, senão vejamos. Sejaum sistema de forças que, reduzido a uni ponto ü + do espaço, nos forneceu uma resultante R e um momento resultante X , conforme indica a Pig. 1.12. Reduzindo estas solicitações p%,a o ponto O', teremos, O'OA R por infi+uCncia de R , a aparecimento de uma forçaR e de um momento dado por^^^^ aplicados em O'e, por influência do momen-+ to E , um momento adicional de Z em O' R (iá que uma carga-momento, por poder ser substitulda por uni binário, é um invariante em relaqão a qualquer ponto do espae). No ponto 0' temos então, uma força R c um monicntoi(Z + %'A Logo, s c z e O "morrem nu$s num dado ponto, t;irnb&ni o Serão par* todos os demais, iisscgrirando o 1:ig. 1-12

2).

Curso de análise estrutural

Conceitos fundamentais

3.1 - Casos particulares importalites 3.1.1 - Sistema de forças concorrentes no espaço Seja o sistema de forças no espaço, concorrentes no ponto 0, indicado na Fig. 1-13, Seu equili%rio 6 , conforme sabemos, ditado pelo grupo de equações (1.6). Por se tratarem de forças I concorrentes n o ponto 0 , as três ú1I timas equações do grupo, que simbolizam o momento resultante nulo, degeneram em meras identidades (pois uma força não dá momento em relação a um ponto situado sobre sua linha de / / qão), perdendo, pois, sua expressão x ~ ' Fn como equações. Tal caso será, então, regido apenas pelas equações que caFig. 1-13 racterizam a resultante nula, ou seja, pelas equações (1.7). -I

Observação: Este caso de sistema de forças ocorrerá no estudo do equilibrio dos 116s das treliças espaciais, conforme veremos no Cap. IV deste volume.

Obse~açóes: a) A equação C Z = O pode ser substituida por uma terceira equação de somatóno de momentos nulo em relação a um 3P eixo r, situado sobre o plano xy, mas não-concorrente com estes 2 eixos em 0, conforme indica a Fig. 1-15, senão vejamos: Se temos CM, = E M y = 0, isto 1s garante que o sistema de forças ío apresenta um momento resultante em relação ao ponto O (pois C M x = = C M y = C M , = O). Um sistema de forças paralelas, que satisfaça a estas duas primeiras condições, poderia ser apenas redutível a uma resultante passando por 0; para indicar que esta resultinte deve também ser nula, podemos empregar a equação C Z = O, j5 Fig. 1-15 discutida anteriormente, ou uma equa. qão de somat6rio de momentos nulo em relação a um em0 t não-concorrente com os eixos x e y em O. O gmpo de equações (1.9) ,poderia ser, então, empregado para estudo do equilíbrio deste sistema de forças. em ve7 do grupo (1.8):

3.1.2 - Sistema de forças paralelas no espaço Seja o sistema de forças paralelas no espaço indicado na Fig. 1-14, Por serem todas as forças paralelas ao eixo z Oz, as equações C X = O, C Y = O e I Z M , = O degeneram em identidades, pois não há componentes de forças paralelas a um dos eixos coordenados F3 nas direções dos dois demais, bem co-- - + v mo não existe momento de uma força em relação a um eixo que Lhe seja /'O paralelo. Permanecerão válidas, então, / como equações, as indicadas no grupo X (1.8). que regerão o equilíbrio de um sistema de forças paralelas ao eixo Oz. kig. 1-14

1 :'I 1-

O equilíbrio de um sistema de forças paralelas no espaço pode ser estudado, então, a partir de três equações de somat6rio de momentos nulo em tela. ção a 3 eixos, não-concorrentes os três no mesmo ponto, nem paralelos os três entre si, e situados num plano perpendicular ao das forças (não existe obrigação de dois desses três eixos serem ortogonais, pois basta eles serem >ncorreutes num ponto e termos somat6rio de momentos nulo em relação a es, para podermos afirmar que o momento resultante é nulo em relação a ;se ponto, recaindo-se no raciocínio que introduziu o gmpo de equações 1.9).

b) Este tipo de sistema de forças ser4 abordado em detalhe no estudo das grelhas, que se far5 no Cap. V deste volume.

Curso de análise esrutural

3.1.3 - Sistema de forças coplanares Seja o sistema de forças situadas 110 plano xy indicado na Fig. 1-16,

I 1

As equações Z Z = O , Z M , = O e Z M , = O se transformam em meras identidades, pois sabemos que um sis-

1 ,..).,:y -,

F1.

tema de forças situado no plano xy não possui componentes na direçáo Oz I nein dá inoinentos em relação aos eixos I x e y , por lhe serem coplanares. Permaneceiii, então. válidas como equaI O C x ções as duas outras equações de pmjeções Z X = O e Z Y = O e a o u t r a Fig. 1-16 equação de somatório de momentos nulo ZM, = O (que, no caso, coincidirá com Z m o = O, pois todos os momentos terão a direção 02). O grupo de equações (1.10) regerá, entáo, o equilibrio dos sistemas de forças coplanares:

- -- -

Conceitos fundamentais

De fato, se temos M o = O e M o , = 0, isto quer dizer que a única possibilidade do sistema de forças não estar em equilíbrio seria a dele ser redutível a uma resultante cuja linha de ação fosse 0 0 ' ; para amarrar o valor nulo dessa resultante, podemos empregar ou uma equação de somatório de momentos nulo emrelação a uin ponto0': situado fora da reta OO', ou uma equação de somat6rio de projeções nulo em relação a um eixo t que não seja perpendicular à reta 00'. Sendo assim, as equações do grupo (1.1 1) (referindo-se ao esquema da Fig. 1-17) e do grupo (1.12) (referindo-se ao da Fig. 1-18) podem, tambéin, ser empregadas para reger o equilibrio dos sistemas de forças coplanares:

ZMo EMO' ZMo,v

= = =

ZMo

(I. 12)

b) O caso de sistema de forças coplanares é o mais frequente na Análise Estmtural, pois a grande maioria das estruturas que se nos apresentam são estruturas planas submetidas a carregamentos atuantes no seu próprio plano.

c) Abordaremos, agora, dois casos particulares dos sistemas de forças wplanares, que são o caso de todas as forças serem concorrentes num mesmo ponto 0 , conforme indica a Fig. 1-19, e o de todas as forças serem paralelas entre si, conforme indica a Fig. 1-20. sendo M o o momento de cada uma das forças em relação a um ponto O inteiramente arbitrário, situado no plano das forças. Observações: a) As duas equações de projeções Z X = O e Z Y = O podem ser substituídas por duas equaçdes de somatSrio de momentos nulo em relaqão a dois outros pontos 0' e O" do plano xy, desde que 0 , O'e O" não sejam colineares, conforme indica a Fig. 1-17; ou por uma equação de somatório de momentos nulo em relação ao ponto 0' e outra de somatório de projeções nulo segundo um eixo t que não seja perpendicular a OO', conforme indica a Fig. 1-18: Fig. 1-19

Fig. 1-17

ng. 1-18

Fig. 1-20

Para o caso da Fig. 1-19. em que todas as forças passam pelo ponto 0, a luação EMo = O perde, evidentemente, a expressão, transformando-se nu-ia identidade. Permanecem apenas, então, as duas equações de projeções Z X = O e Z Y = O que regerão, pois, o equilibrio de um sistema de forças ~ p l a n a r e se concorrentes num mesmo ponto (este será o caso do estudo do equilíbrio dos nós de uma treliça plana, conforme veremos no Cap. IV :ste volume).

Conceitos fundamenta*

Curso de análise esbutural

5les impedem, isto é, dos graus de liberdade que eles restringem. Estas reações de apoio se oporão às cargas aplicadas a estrutura, formando este conjunto de cargas e reações um sistema de forças em equllibrio, e regidas, portanto, pelos caupos de equações deduzidos no item anterior, para os diversos tipos de sistemas de forças que podem ocorrer na prática.

Para o caso ,da Fig. 1-20, em que todas as forqas sao paralelas ao eixo Oy, perde a e>tpressão a equação Z X = O que se transforma em mera identidade, permanecendo válidas como equações Z:Y = O e Z M o = 0, que regerão o equilíbrio de um sistema de forças paralelas e coplanares. A equação Z Y = O pode ser substituída por uma equação de somatório de momenCos nulo em relação a um 2P ponto O', desde que a reta 00' não seja paralela à direção das forças (pois, caso o fosse, restaria a possibilidade do sistema ser redutível a unia resultante passando por esta reta). O caso de um sistema de forças paralelas no plano ocorre no estudo das vigas, que será feito, em detalhe, no Cap. I1 deste volume.

I I!

4.2 - Apoios A função dos apoios, conforme vimos em 4.1,B a de restringir graus de liberdade das estruturas, despertando com isto reações nas direções dos movimentos impedidos. Eles serão classificados em função do número de graus de liberdade permitidos (ou do número de movimentos impedidos), podendo ser, então, de 6 tipos diferentes (isto é, podendo permitir 5,4,3,2, 1 ou nenhum grau de liberdade). Os exemplos seguintes esclarecerão.

Resumindo:- um sistema de forças coplanares e concorrentes é regido pelo grupo de equações (L13), a seguir:

a) Seja o apoio representado na Fig. 1-21, em que temos a estrutura apoiada sobre uma esfera perfeitamente lubrificada. O único movimento que ela será capaz de Unpedir é a translação na direção vertical Oz, aparecendo com isto uma reação R, agindo sobre a estrutura, conforme indica a Fig. 1-21. O apoio será dito, então, um apoio com 5 graus de liberdade (ou w m I movimento impedido).

- um sistema de forças coplanares e paralelas 6 regido por um dos dois grupos de equações (1.14 ou I.15), a partir do esquema da Fig. 1-20:

- GRAUS DE LIBERDADE. APOIOS. ESTATICIDADE E ESTABILIDADE

4.1 - Graus de liberdade Já sabemos que a ação estitica de um sistema de forças no espaço, em relação a um dado ponto, &.igual a de sua resultante e $ de seu momento resultante em relação àquele ponto; provocando, a primeira, uma tendência de translação e, o segundo, uma tendência de rotação. Como, no espaço, uma iranslação pode ser expressa por suas componentes segundo 3 eixos triortogonais e, uma rotação, como a resultante de três rotações, cada uma em torno de um desses eixos, dizemos que uma estrutura no espaço possui um total de 6 graus de liberdade (3 translações e 3 rotações, segundo 3 caos triortogonais).

6 evidente que- estes 6 graus de liberdade precisam ser restringidos, de modo a evitar toda tendência de movimento da estrutura, a fm de ser possivel seu equilíbrio. Esta restrição é dada por apoios, que devem impedir as diversas tendências possíveis de movimento, através do aparecimento de reações destes apoios sobre a estrutura, nas direções dos movimentos que

b) Seja, agora, o apoio aa Fig. 1-22. constituído por très esferas ligadas ?ntre si por três hastes, de modo a ficar formado um conjunto rígido. Ficam

Conceitos fundamentais

Curso de analise estrutural

s ã o os seguintes os apoios utilizáveis para impedir estes movimentos:

impedidas, no caso. além da translação na direção i. as rotações em torno dos eixos .v e y , O apoio será dito, então. um apoio com 3 graus de liberdade (que são. no caso, a rotação em torno do eixo Oi e as translações nas direções dos eixos 0.i e Oj,) ou com 3 movimentos impedidos. Aparecerão, agindo sobre a estrutura, as reaçóes M,, My e R, indicadas na figura.

a) Apoio do 1P gênero ou charrioi

C) O esquema da Fig. 1-23 representa a ligação rígida entre a estrutura e seu apoio, de dimensões tão maiores que as da estrutura, que podem ser consideradas infinitas em presença daquelas. Neste caso, o apoio impedirá todos possíveis, sendo dito um apoio sem grau de liberdade (ou os movii~~eiitos coni todos os movin~entosimpedidos). Correspondendo a cada um dos movimentos impedidos. aparecem, agindo sobre a estrutura, as reaçóes R,, Ry. R,, M,. M, e iZ1, indicadas na figura. Este tipo de apoio é chamado engaste.

1-25.1

1-25.2

1-25.3

Fig. 1-25

O apoio do 1P genero pode ser obtido por uma das duas formas representadas nas Figs. 1-25.1 e 1-25.2; na primeira, temos a estratura apoiada sobre um rolo lubrificado que impede apenas o deslocamen& na direção y, permitindo livre rotação em torno dele, assim como livre deslocamento na direção x ; na segunda, a rotação é assegurada por um pino sem atrito e a translação, na direção x , pelos rolos diretamente em contato com o plano que: serve de apoio, continuando impedido o deslocamento na direção y. Rei?resentaremos esquematicamente, em nosso Curso, o apoio do 1P gênero pel:a forma indicada na Fig. 1-25.3. Na direção do iinfco movimento impedido, .~.. aparecerá uma reação de apoio R, conforme indica 1-25.3. b) Apoio do 2P gênero, articulação ou rótula

Fig. 1-23

4.2.1 - Estruturas planas carregadas no próprio plano. Para o caso das estruturas planas carregadas no próprio plano, que é o mais frequente da Análise Estrutural, existem 3 graus de liberdade a combater, senão vejamos.

L-- ---

t'ig. 1-24

Supondo a estrutura situada no plano xy, conforme indica a Fig. 1-24, os graus de liberdade a combater são as translaçóes nas direçóes Ox e Oy e a rotação em torno de um eixo perpendicular ao plano (no caso, Oz), pois estas são as iinicas tendências de movimento capazes de serem produzidas pelo sistema de forças indicado.

Pino

Se, no apoio da Fig. 1-25.2, substituirmos os rolos por uma chapa presa completamente ao plano-suporte. conforme indica 1-26.1. estaremos impedindo todas as translações possíveis, permanecendo livre apenas a rotaçáo, assegurada pelo pino lubrificado indicado na figura. A este apoio, capaz de restringir todas as translações possíveis no plano, chamamos apoio do 2P gênero. Ele será representado esquematicamente, em nosso Curso, por uma

Curro de análise estrutural

das 2 formas indicadas em 1-26.2 e 1-26.3. Na direção das translações impedidas, aparecerão as reações H e V indicadas na figura, cuja composição vetorial nos dará a reação de apoio resultante no apoio do ZP gênero.

I I

Ex. I .Z - Calcular as reaçóes de apoio para a estrutura da Fig. 1-28.

Observaçáo: Não somos obrigados a decompor a reação de apoio resultante em direções ortogonais4, conforme fizemos na Fig. 1-26; podemos decompô-la em duas direções quaisquer (não-paralelas, evidentemente), a partir das quais obteremos a reação resultante. Escolheremos sempre o caminho que mais simplifique o cálculo das reações de apoio. c) Apoio do 3P gênero ou engaste

Estrutura

Engaste

1-27.1

1-27.2

Aplicando nos apoios do 29 gênero A e do 1P gênero D suas reações, nas direções que já conhecemos, e arbitrando para elas um sentido, conforme indica a Fig. 1-29, teremos, a partir das equações de equilíbrio 1.10, que :em o equilíbrio de um sistema de forças coplanares:

Pig. 1-27

Se ancorarmos a estruma num bloco de dimensões que possam ser consideradas infmitas em presença das dimensões da estrutura, conforme indica a Fig. 1-27.1, na seção de contato entre ambos o bloco estará imped i d o , por sua enorme rigidez, todos os movimentos possíveis da estrutura e dizemos então que ele engasta a estrutura. Um engaste será representado, esquematicamente, da forma indicada em 1-27.2, aparecendo, na direção de cada um dos 3 movimentos impedidos (2 translações e 1 rotação), as reações de apoio H, V e M indicadas. 4.2.2

- Cálculo das reações de apoio

Definidos os apoios, o cálculo de suas reações B imediato, pois elas são forças (ou momentos) de ponto de aplicação e direção conhecidas e tais que equilibrem as cargas aplicadas à estrutura. Serão calculadas, então, a partir das equapões de equilíbrio instituidas no item 3 deste capitulo. Os exemplos seguintes esclarecem.

%er explicação para esta observação no item 4.1 do Cap. iil.

A -

Fig. 1-29

Por EMA = 0: 8Vo + 8 - 6 X 4 4 X 6 = 0 VD = 5 t Por XY = O: VA = I3 VA + VD = 6 Por Z X = O: H* = 4t Os sinais positivos encontrados confirmam os sentidos arbitrados para forças. Caso tivéssemos encontrado algum sinal negativo, isto quereria dizer ie o módulo da reação seria o encontrado, e o sentido correto o inverso do bitrado, não sendo necessário refazer qualquer cálculo.

Curso de análise estrutural

nceims fundamentais

Ex. L3 - Calcula1 as reações de apoio no engaste A da estrutura espacial da Fie. 1-30. cujas bairas formam, em todos os nós, ângulos de 90".

As reaçóes de apoio no engaste A são, entao, as indicadas na I'ig. 1-33.

Itk'

I,, A Fig. 1-32

Ohselvações: a) Não exercitaremos mais profundamente, agora, o cálculo das reaçóes de apoio porque este assunto será retomado, ao longo de todo este volume, para cada um dos tipos estruturais que estudareinos.

k - 3 m 4

Fig. 1-30

Como um engaste impede todos os movimentos possíveis, nele aparecerão as reações de apoio indicadas na Fig. 1-31, que serão calculadas a partir do grupo de equações 1.6 que regem o equilibno de um s~stemade forças no espaçr Teremos:

b) Os apoios sZo os vínculos externos da estrutura, isto é, seus vínculos em relação a seus suportes (solo o u outra estrutura). Podem existir. também. vínculos internos nas estruturas; preferimos não apresentá-los já. a fim de não confundir o leitor principiante com um excesso de conceitos tiovos, deixando para defini-los nos próximos capítulos, quando aparecerão de Iòrma espontãnea.

4.3 - Estaticidade e Estabilidade Acabamos de ver que a função dos apoios 6 limitar os graus de liberdade de uma estrutura. Três casos podem então ocorrer: a) Os apoios sáo em número estritamente necessário para impedir todos os movimentos possíveis da estrutura. Neste caso. o número de reações de apoio a determinar B igual ao número de equações de equilíbrio disponíveis (isto é: número de incógnitas = número de equaçóes), chegando-se a um sistema de equações determinado que resolverá o problema. (Foi o caso dos exemplos L2 e 1.3 anteriores.) Diremos, entáo, que a estmtura é isostática, ocorrendo uma situação de equilíbrio estável. Por X X = O : Por I!Y = O: Por X Z = O : Por Z M , = O : Por por

XA= I t YA = -1 t ZA = -1 t (Mx)~+2X4-4X3+5X3-3X4=0 .'. (M,)A = 1 mt ZM,, = O: - 1 X 4 + 5 X 2 = O .: ( M y ) ~= -6 mt XM, = O: @ ,,),I + I x 3 - 3 X 2 = 0 .: (MZ)a = 3 mt

.'.

b) Os apoios sdo em número inferior ao necessário para impedir todos os ~vimentospossíveis da estrutura. Neste caso, evidentemente, teremos mais equações que incógnitas, chegando-se a um sistema de equações impossível, nos casos gerais. A estrutura será dita hipostática e será, entáo, instável. (Pode ocorrer uma situação de carregamento tal que o próprio carregamento consiga impedir os graus de liherdade que os apoios não forem capazes de impedir; será, entao, um

CUM de an&liseestrutural

caso de equilíbrio, mas de equilíbrio instável, pois qualquer que seja a deformação imposta à estrutura, ela tenderá a prosseguir até a Sua mim). As estrut~~ras hipostáticas são, então, inadmissíveis para as construções. c) Os apoios sáo em número superior ao necessário para impedir todos os movimentos possíveis da estrutura. Neste caso, teremos menor número de equações que de incógnitas, conduzindo a um sistema indeterminado. As equações univenais da Estática não serão, então, suficientes para a determinação das reaçóes de apoio, sendo necessárias equações adicionais de compatibilidade de deformaçóes, conforme veremos no Vol. I1 deste Curso. A estrutura seri dita hiierestática, continuando o equilibrio a ser estável (aliás, poderíamos dizer, um pouco impropriamente, que o equilibrio é mais que estável).

ObservaçBes: a) A partir do exposto neste item, pode o leitor ser tentado a estabelecer o seguinte critério para classificar uma estrutura (sem vínculos internos) como externamente5 isostática, hipostática ou hiperestática: contar o número de apoios e ver se é igual, menor ou maior que o número de graus de liberdade da estrutura. Este critério 6 perfeito no caso das estruturas hipostáticas, mas, no caso das estruturas isostáticas e hiperestáticas, fornece apenas uma condição necessária, mas não suficiente, conforme esclarecem os exemplos das Figs. 1-33 e 1-34.

Conceitos fundamentais

direção Ax. A rotação do sistema não está, pois, impedida e a estrutura é, então, hipostdtica (embora aparentemente isostática). Analogamente, a estrutura plana da Fig. 1-34 é aparentemente hiperestática, pois temos três graus de liberdade para cinco reaçóes de apoio a erminar. Entretanto, 6 fácil ver que nenhum dos apoios impede a islação na direção ABCDE; com isto, a estrutura é hipostática (embora rentemente hiperestática). Portanto, para classificar uma estrutura (sem v i n d o s internos) como externamente isostática ou hiperestática, não basta comparar o número de reaçóes de apoio a determinar com o de graus de liberdade da estrutura; 6 necessário nos certificarmos também que os apoios restringem, de fato, ,dos os graus de liberdade da estrutura em questão (com isto 6 que oderemos afastar completamente a possibilidade da estrutura ser hipostática). kte assunto será retomado ao longo deste volume, no estudo dos diversos pos estruturais que serão abordados. b) As estruturas isostáticas serão estudadas neste volume, ficando o studo da Hiperestática para os Vols. I1 e 111 deste Curso.

5 - ESFORÇOS SIMPLES Já vimos como um sistema de forças, atuando sobre um corpo, encontra seu equilfino através das reaçóes de apoio que provocam. Vejamos, agora, quais os efeitos estáticos que estas cargas e reações provocam em cada uma das seçóes do corpo.

No caso da estrutura plana da Fig. I 3 3 que, como tal, possui três graus de liberdade, temos um apoio do 20 gênero e um apoio do l'? gênero, dando um total de três reaçóes de apoio a determinar. Isto sugeriria que a estrutura fosse isostática, fato que não ocorre, entretanto, pois o apoio A impede translaçóes nas direçóes Ax e Ay e o apoio B translação também na

'A r z ã o desta palavra "externamente" será vista quando estudarmos, no VOl. I1 deste Curso, a determinação do grau hiperestático de uma estrutura

Para tal, consideremos o corpo representado na Fig. 1-35, submetido ao Wnjunto de forças em equilibrio indicadas (não importa quais são as forças aplicadas e quais as reaçóes de apoio; importa, sim, que elas wnstituam

Conceitos fundamaiais

um todo em equilibrio). Seccionemos o corpo por um plano P, que o intercepta segundo uma seção S, dividindo-o nas duas partes @ e @ indicadas nas Figs. 1-36.1 e 1-36.2.

Podemos, então, dizer que uma seção S de umzorpo+ern equilíbrio está, em equilíbrio, submetida a um par de forças R e (-R) e a um par de momentos % e (-m), aplicados no seu centro de gravidade e resultantes da redução, a este centro de gravidade, das forças atuantes, respectivamente, à esquerda e à direita da seção S. Na Fig. 1-37 está feita esta representação, respeitando-se os sentidos indicados na Fig. 1-36, para um elemento do corpo de comprimento infhitesimal que contém a seçáo S como seção transversal Fig. 1-37 + Façamos um estudo detalhado dos efeitos estáticos provocados por R e

1-36.1

na seção S.

I I

1-36.2

Pig. 1-36

Para ser possível esta diviso, preservando o equilibrio destas duas partes, um sistema estático equibasta que apliquemos, na seçáo S da parte valente ao das forças que ficaram na parte da direita -já que estas iiltimas podem ser encaradas como sendo as forças tais que equilibram as forças situadas na parte da esquerda, pois o conjunto de forças da esquerda e da direita está em equilíbrio - e, analogamente, na seção S da parte @, um sistema estático equivalente ao das forças situadas na parte da esquerda. Esses esquemas estdticos equivalentes são obtidos, evidentemente, reduzindo as forças à esquerda e à direita da sego S a um ponto qualquer situado nesta seçáo S. Este ponto, pelas raz8es que ficarão claras quando do estudo da Resistência dos Materiais, será sempre o centro de gravidade G da seção.

Assim, teremos, reduzindo as forcas situadas na parte @ ao c y t r o de o aparecimento da resultante R destas gravidade G da seção S da parte forças e de seu momento resultante ?I em relação ao ponto G. Reduzindo as forças situadas na parte @ ao c ~ t r ode gravidade G da seçãõ S da parte D, obteremos uma resultante R e um momento resultante de mesmo módulo e sentidos opostos aos encontrados pela redução &sforça+ situadas na parte @ ao ponto G, o que 6 evidente, pois, no I? caso, R um sistema estático equivalente às forças existentes na 20 caso, um sistema equivalente às forças existentes na parte Q , que se equilibram, o mesmo acontecendo, então, com os indicados em 1-36.1 e 1-36.2. vetores R e -+ Resumindo, a resdtante R que atua na parte da esquerda foi obtida pelas forças da dieita, e viee-vem; o momento resultante % que atna na parte da esquerda foi obtido pelas f o v da direita, e vicevena

1-38.1

1-38.2

Pig. 1-36

-+ Decompondo os vetores R e % em duas componentes,uma perpendiculac a seção S (tendo, portanto, a direção do eixo da barra, que representaremos sennpregor x) e outra situadgno próprio plano da sego S, ob+temos as forças N (perpenAicular a S) e Q (pertencente a S) e osmomentos T (perpendicular a S) e M (pertencente a S). Façamos a análise de cada um desses vet ores, aos quais chamaremos esforças simples atuantes na seção S. (Observafão: Pelo exposto, vemos que 6 indiferente calcular os esforços simples atuantes numa seção, entrando com as forças da parte A esquerda ou da parte à direita da seção. Na prática, usaremos as forças do lado que nos conduzir ao menor trabalho de cálculo.) a) 3 Repysentando duas seçaes infmitamente próximas, a tendência das forças N será a de promover uma variação da distância que separa as seçdes, manecendo as mesmas paraleias uma à outra6, conforme indica a 6O

esiudo do valor desta vmiaçáo de distancia é feito na Resistência dos Mate~iais.

Curso de an8lise estrutural

Fig. 139.2, Por acarretar, entãó, uma tendência de movimento da sego normalmente à mesma (que é a direção do eixo), chamaremos a N de esforço normal atuante na seção. Podemos, então, definir esforço normal atuante numa seção como sendo a soma algébrica das componentes, na direção normal h seção, de cada uma das forças atuantes de um dos lados desta seção, O esforço normal ser8 positivo quando de traçáo (isto é, quando tender a afastar duas seçóes infiitamente próximas ou, em linguagem mais simples, quando estiver "saindo" da seçáo), sendo negativo em caso contrário (caso da compressáo).

ObservaçZo: O sentido de esforço normal representado na Fig. 1-39 6 o positivo, isto 6, o de tnçáo.

Rep~sentandoduas seçóes infiitamente próximas, a tendência das duas forças Q 6 a de promover um deslizamento relativo de uma em relação & outra, conforme indica+a Fig. 1-40.2, aparecendo, então, uma tendência de corte. Por esta razão, Q 6 chamada de esforço cortante.

Defmmios, então, esforço cortante atuante nnma se@o como sendo ignal O piano da sepio, das forças

r3 sana vetorial das componentes, sobre situadas de um dos iados desta seção.

Conceitos fundamentais

NSo 6 usual, entretanto (por requerer uma soma vetorial), calcular diretamente o esforço cortante atuante na sego; preferimos calcular suas componentes Qy e Q, segundo 2 eixos ortogonais y e z arbitrários, situados no plano da seçáo, conforme indica a Fig. 1-41, pois que, para efetuar tal cAlculo, basta efetuar uma soma algarica de projeçóes, o que 6 bem mais cômodo que uma soma vetorial.

Assim sendo, podemos d e f i esforço cortante atuante numa seçáo, na direçáo de um eixo pertencente a esta seção, como sendo igual à soma alg6brica das projeções das forças situadas de um dos lados da seçáo segundo a dueçáo deste eixo. Orientando os eixos y e z nos sentidos arbitrários indicados na Fig. 1-42 (o eixo x tem sempre a direçáo normal à seção), diremos que um esforço cortante Q,, ou Q, 6 positivo quando, calculado pelas forças situadas do lado esquerdo da seçáo, tiver o sentido positivo dos eixos y e z ou, o que dá no mesmo, quando for caleuIado pelas forças situadas do lado direito da sego, tiver o sentido oposto ao sentido positivo dos eixos y e z. Em caso contrário, diremos que o esforço cortante 6 negativo.

Cuim de analise estrutural

~nceitosfundamentais

A razão desta coiivenção de sinais ficará clara no desenvolvimento dos demais capítulos deste volunie, de modo que, por ora, não faremos maiores coineiitários sobre ela. ()bsrn,o@o: Note o leitor que os sinais obtidos para os esforços cortatites e Q, são fuiição das sentidos que arbitramos para os e i x o s j e z. ~onhecidosQ,, e Q... O esforço cortante resultante na seção é imediatamente do esquema da Fig. 1-41, obtido a

e,.

Fig. 1 4 4

c) T

Representando duas seções mfmitamente rbximas, a tendência do momento 6 a de promover umarotaçáo relativa destas duas seções em torno de um eixo que h e s é perpendicular, passando pelo seu centro de gravidade (exo x, portanto). Podemos dizer, em linguagem simplista, que o momento ? está torcendo a peça e ele 4, pois, denominado momento torçor atuante na seçáo.

& ?

Fig. 1 4 3

Defuimios, então, momento torçor atuante numa seção S como sendo a soma algébrica dos momentos das forças situadas de um dos lados desta seção em relação ao eixo nomal a seção que contém o seu centro de gravidade. A convenção de sinais que adotaremos para o momento torçor 6 inteiramente análoga i do esforço nomial. Diremos que um momento torçor € positivo quando o vetor de seta dupla que o representa está como que tracionando a seção em questão, sendo negativo em caso contrário (no caso da Fig. 1-43, o momento torçor indicado é positivo). d) X Reprzentando duas seções infinitamente próximas, a tendência do momento M, conforme a regra da mão direita, é a de provocar uma rotaçáo da seção em torno de um eixo situado no seu próprio plano. Como um momento pode ser substituído por um binário, vemos que O efeito de pode ser assimilado ao do binário indicado na Fig. 1-44.2, que provoca uma tendência de alongamento em uma das partes da seção e uma tendência de encurtamento na outra parte. A peça ficará então fletida, sendo, por isto, denominado $de momento fletor.

Definimos, então, como momento fletor atuante numa seção, à soma vetonal das componentes, sobre o plano da seção, dos momentos de todas as forças situadas de um dos lados da seção em relação ao seu centro de gravidade. Náo é usual, entretanto, por requerer uma soma vetorial, calcular diretamente o momento fletor atuante numa seção; preferimos calcular suas componentes My e M, segundo ,2 eixos ortogonais arbitrários (os mesmos idotados para o cálculo de Qy e Q,) y e r , situados no plano da seção, :onfonne indica a Fig. 1-45. pois que, >ara tal cálculo, basta efetuar uma z1 soma algébrica de valores, ao invés de uma soma vetorial. Cgnhecidos My e M,, a obtenção de M é imediata, a partir do esquema da Fig. 1-45, Assim sendo, definimos momento fletor atnante numa seçáo, na direção de um @Ly contém eixo pertencente o seu centro a estadeseção gravidade, e que como sendo a soma algébrica dos momentos das forças situadas de um dos lados desta seção em relação a esse eixo.

Fig. 1 4 5

Para o momento fletor, desejamos sempre conhecer que fibras estão tracionadas e que fibras estão comprimidas (para, no caso das vigas de concreto amado, por exemplo, sabemos de que lado devemos colocar as barras de aço, que são o elemento resistente à traçáo). Náo terá, então, sentido físico algum estabelecemos uma convenção de sinais baseada em orientação dos eixos y e z, de modo que não agiremos desta forma, preferindo calcular o módulo do momento fletor, acrescendo-o da informação de que fibras ele traciona (para obter que fibras da seção estão tracionadas pelo momento em questão, basta substitui-lo por um binário

~nceitosfundamentais I

de mesmo sentido que ele, ficando a parte tracionada defuiida pela força do binário que tiver o sentido de traçáo). Assim, para o caso da Fig. 1-45. o momento M I traciona as fibras do lado esquerdo da seção (em perspectiva, na Fig. 1-46.1, correspondendo as fibras da frente) e o momento My traciotia as fibras da parte superior, conforme se pode verificar pelo esquema da Fie. 1-46.2.

(As setas, nas fmras, indicam o sentido em que as fibras da seçáo tendem a se deformar.) Resumindo, podemos dizer que, numa seção+atuam, no caso mais ger% quatro esforços simples: um esforço normal N, um esforço cortante Q (definido por suas componentes Q., e Qcsegundo 2 eixos ortogonais y e z p e r t e n F e s ao plano da seção), um momento torçor 7 e um momento fletor M (definido por suas componentes My e Mr segundo estes mesmos eixos y e z). Estes esforços simples são obtidos pelas forças atuantes de um dos lados da seção, trabalhando-se, em geral, com aquele que conduzir ao menor trabalho de cálnilo numérico. EX. 1.4 - Obter os esforços simples atuantes na se@ S indicada p m a estrutura da Fig. 1-47, cujas barras formam, em todos OS nós, ângulos de 90"-

Entrando, no caso, com as forças situadas à direita da seção (o que é muito mais simples, pois, se quiséssemos entrar com as forças da esquerda, teríamos que fazer o d a d o previ0 das reaçóes de apoio no engaste A), obtemos, reduzindo-as à seção S, os esforços indicados na Fig. 1-48.

A partir do esquema da Fii.1-48 temos, levando em conta as definiçóes e convenç6es de sinais dadas para esforços simples neste item, os esforços seguintes na sego S: . Esforço normal:

-2 t (comprime a seção)

Esforços cortantes: Qy = -1 t (calculado pelas forças da direita tem o mesmo sentido que o sentido positivo de OY) Q, = 4 t (calculado pelas forças da direita tem sentido oposto ao sentido positivo Oz) Momento torçor: T = -12 mt (o vetor de dupla seta está como que "comprimindo" a seçáo) Momentos fletores: My = 8 mt, tracionando as fibras superiores M, = 8 mt, tracionando as fibras da frente.

Qbsewações: a) A identificação das fibras tracionadas pelos momentos

M, e M, 6 imediata a partir dos binários equivalentes indicados na Fig. 1-49 tas fibras tracionadas esttio hachuradas).

1-49.1

Pig. M 9

i-49.2

Curso de análise estrutural

1 b) Pela composição vetorial de Q , com Q, e de M." com M, podemas obter o esforço cortante Q e o momento resultante -fletbr M resultantes atuantes na seção, que são iguais a:

1 1

Não d usual, entretanto, fazermos este cálculo,pois trabal!Iamos diretamente com as componentes Qy, Q,, MY e M,, conforme se verá no Cap. V deste volume e no Vol. 11 deste Curso. C) Recomendamos ao leitor, como exercício, refazer o cálculo destes esforços simples entrando com as forças do lado esquerdo (que são as reaçòes de apoio iio engaste). Chegar-se$, evidentemente, aos mesmos resultados. d) Como os e á l d o s de esforços simples são feitos para o centro de gravidade das seçòes, representaremos daqui para a frente as estruturas compostas de barras pelo seu eixo (lugar geom6trico dos centros de gravidade das seçóes).

I/ I/1

Conceitos fundamentais

no espaço. Os esforços simples sao, então, um caso particular do caso do espaço e teremos, chamandoxy ao plano da estrutura, os seguintes esforços nulos: My = O, T = O (pois ambos seriam momentos das forças situadas de um dos lados da seção em questão em relação a eixos situados no mesmo plano das forças, momentos estes nulos, conforme vimos em 2.2.13 observação a) e Q, = O (po~snão há carregamento na direção 2). Sobram, então N, M, e Qy, que serão, respectivamente, o esforço normal, o momento fletor e o esforço cortante atuantes na seção em estudo. No caso da estrutura plana carregada no próprio plano, o momento M, se confunde com o momento resultante M das forças situadas de um dos lados da seção em relação ao seu centro de gravidade e 6 preferível representá-lo por uma curva que indica seu sentido de rotação, conforme mostra a Fig.1-51, ao invds de um vetor de dupla seta, puis a curva pertence ao plano das cargas, ao passo que o vetor de dupla seta seria a ele perpendicular, o que nos obrigaria a representar uma terceira dimensão perpendinilar ao plano. O momento fletor será defmido, como sempre, pelas fibras que está tracionando.

5.1 - Caso particular importante: estmturas planas carregadas no próprio plano Seja a estrutura representada na Fig. 1-50.1, que admite um plano P de simetria, estando todas as cargas aplicadas nesse plano.

O esforço cortante Qy se confunde, também, com o esforço cortante iultante na seção (pois Q, = O) e representá-lo-emos, entzo, por Q. Sua nvenção de sinais 6 a m e w a do caso do espaço, mas, apenas para evitar grau de iiberdade na escolha da orientação dos eixos, orientaremos o :o y para cima7 (a direção x d sempre a do eixo da barra em estudo) e demos, então, dizer que o esforço cortante é positivo quando, calculado Ias forçds da esquerda, for voltado para cima, ou, quando calculado pelas r p da direita, for voltado para baixo. Quanto ao esforço normal, nada há a acrescentar, valendo tudo que foi dito no caso do espaço tridimensional. I

Destacando o traço da estrutura neste plano de simetria P, que contkn o eixo da estrutura, obtemos o esquema representado na Fig. 1-50.2, em que a linha tracejada representa o eixo da estrutura. Trata-se, então,' de um sistema de forças coplanares, caso partinilar de um sistema de forças

Na Fig. 1-51, representamos os esforços simples M, N, Q, que podem atuar numa seção S de uma estrutura plana. Notar que os esforços indicados como atuando na parte da direita (Fig. 1-51.2) foram calculados com as, I I

"ver observaçáa h deste item.

Cursa de análise esiruemutural

Concaitoa fundamentais

que o pontilhado esteja do iado de baixo, isto 6, suporemos positivo o momento fletor que tracionar as fibras inferiores da estmtnra.' Para as estruturas espaciais, não 6 interessante a adoção desses pontilhados, pois, devido ao fato de existirem momentos fletores em 2 planos distintos, seríamos obrigados a pontilhar 2 lados da estmtura, representação esta que, feita em perspectiva, poderia trazer o perigo de um entendimento errado no caso da perspectiva não ser suficientemente clara. Por esta razão d que, nas estmturas espaciais, preferimos dizer, com palavras, quais sáo as fibras tracionadas pelos momentos fletores.

forças existentes na parte da esquerda e vice-versa. No caso da Fig. 1-51. os esforços cortante e normal indicados são positivos e o momento fletor traciona as fibras de baixo, conforme mostra o esquema da Fig. 1-52, em que substituímos MS por um binário equivalente, indicado em pontilhado.

Pig. 1-52

b) Na furaçffo da convenção de sinais de esforços cortantes, falamos em forças da esquerda, em forças da direita e em orientação do eixo perpendicular ao eixo da barra para cima. No caso de uma barra vertical, poderíamos ficar em dúvida quanto a esta classificação. Tal problema é, no entanto, facilmente solucionável, bastando que nós olhemos a barra por uma posição tal que ela fique horizontal (at6,no principio, caso o leitor tenha dificuldades, aconselhamos que ele gire o papel at6 tornar a barra horizontal), recaindo-se então na situação de defuiição. Seja, por exemplo, a estrutura da Fig. 1-54, submetida ao carregamento autoequilibrado indicado, para a qual desejamos determinar o esforço cortante em S. Olhando a barra na posição indicada pelo observador 0, a força P, aplicada em A, se comporta como força esquerda e o esforço cortante será P, para baixo, e igual, portanto, a QS = -P (cortante para baixo pelas forças da esquerda é negativo). Note o leitor que d inteiramente indiferente o lado pelo qual olhamos para a barra: se estivéssemos oihando-a na posição do observador O', a. força P aplicada em A seria uma força à direita e o cortante, para cima, calculado pelas forças A direita é negativo, com o que obteríamos o mesmo valor.

Resumindo, podemos d e f ~da maneira seguinte os esforços simples atuantes numa seção de uma estrutura plana, carregada em seu próprio plano: - Esforço nonnal: L! a soma algébrica das projeç6e.s das forças atuantes de um dos lados da seção na direção do eixo da estmtura (direção normal à seção); - Esforço cortante: B a soma alg&rica das projeçóes das forças atuantes de um dos lados da seção na diieção perpendicular ao eixo da estrutura;

- Momento fletor: é a soma alg6brica dos momentos das forças atuantes de um dos lados da seção em relação a seu centro de gravidade. As convenções de sinais para esforço nomal e esforço cortante já foram

explicadas anteriormente e o momento fletor deve ser acrescido da informação de que fibras da seção ele traciona. de eliminar a necessidade de se Observações: a) Muitos autores, a escrever, com palavras, que fibras da seção o momento fletor traciona, adotam para ele a seguinte convenção de sinais: Pontilhando um dos fados da estrutura, conforme indica a Fig. 1-53, diiemos que o momento fletor é positivo quando traciona as fibras do lado pontilhado, sendo negativo em caso

1 l------l

Fig. 1-53

mntririo. de se dizer, E através m forma, de umcomo sinal,sequais vê, são as fibras tracionadas pelo momento fletor e que nós adotaremos também. No caso de todas as barras serem horizontais (caso das vigas, que estudaremos no Cap. 11) suporemos sempre

8 As

razões para isto ficará0 claras a partu da d h s & dos iesultados daintegração

equago diferencial d=M = -q, feita no Cap. ii deste volume. ds

I Curso de análise estrutural

Conceitos fundamentais

Coiicluindo. para fins de obtenção de esforço cortante, devemos olhar cada uma das barras de uma posição tal que elas se comportem como horizontais, aplicando então a convenção de sinais já definida

Ex. 1.5 Obter os esforços simples atuantes nas seçóes SI e S2 da estrutura da Fig. 1-55, submetida ao carregamento indicado.

1x4 - 9x2=18mt 1-56.1

Pig. 1-56

lbservaffio: Os esforços poderiam também ser calculados pelas forças iireita, obtendo-se os mesmos valores, evidentemente, conforme indica ig. 1-57.

Fig. 1-55

Para obtermos os esforços simples, necessitamos inicialmente calcular as reaçòes dk apoio, iudicadas na Fig. 1-55, A partir das equações de equilíbrio, temos: Por Por Por

ZMA=O: ZY =O: ZX = O :

9X2+9X6-9Vg=O V,+VD=9 H ~ = 9 t

: Vg=Bt

V, = I t

(Os sinais positivos encontrados indicam que os sentidos arbitrados para as reações na Fig. 1-55 estão corretos.) Temos, então: a) seção SI Calculando pelas forças à esquerda, temos o esquema indicado na Fig. 1-56.1, a partir do qual, obtemos: Ns, = -1 t (compresGo)

Qsi= 0 MsI = + I R mt (o sinal positivo indica que as fibras tracionadas são as do lado pontilhado, conforme indica a Fig. 1-56.2).

Fig. 1-57

:alculando pelas torças à esquerda temos, conforme o esquema da 1-58:

Curso de analise estrutural

Ex. 1.6 - Calcular os esforços simples atuantes na seção S da estmtura da Fig. 1-59.

Conceitos fundamentais

6.1 - Cargas concentradas

Suponhamos uma roda de um caminhão descarregando uma reação P sobre uma ponte, conforme simboliza a Fig. 1-61.

+10m + Fig. 1-59

Estando a estrutura submetida a um carregamento autoequilibrado, as reações de apoio são nulas (pois não 6 necessária força adicional alguma para equilibrar o carregamento atuante) e os esforços simples na seção S, calculados pelas forças à esquerda da s e g o valem, a partir do esquema da Fig. 1-60:

Esta reação P será descarregada ao longo da área de contato da roda com a ponte, que é bastante pequena (caracterizada por o ) , mas não nula. Não haverá, então, a aplicação, rigorosamente falando, de uma carga concentrada P na estmtura; haverá, sim, a aplicação de uma carga distribuída, mas segundo uma área tão pequena que podemos considerá-la nula em nresença das dimensões da estmtura.

\ (Os'sentidos dos esforços indicados na Fig. 1-60 estáo corretos; os sinais são negativos em obediência às nossas convenções de sinais.)

- Cargas distninídas

0, indicada na Fi.1-62, supor4e o corpo carregamento este distribuído e contínuo, um carregamento na estmtura 0, Suponhamos que a estmtura

@ indicado, cujo peso especifico é 7'. Este peso introduzirá, evidentemente, ja taxa de distribuição vamos calcular.

Ate agora, só lidamos com cargas concentradas em nossos exemplos. Façamos, então, um estudo das diferentes leis de distribuição de cargas que podem ocorrer na Análise Estmtural.

g~shidaremosneste item a classificaçáo das cargas apenas quanto B sua lei de distribuição. Não estudaremos, por ora, a classificação das cargas quanto à sua owirência em relação ao tempo (cargas permanentes e cargas andentais), nem quanto à forma com que carregam as estruturas (cargas diretas e cargas induetas); este estudo será feito no Cap. VI deste volume.

a Fig. 1-41

As cargas concentradas a o , entáo, uma forma aproximada de tratar rgas distribuídas segundo áreas tão pequenas (em presença das dimensões da estmtura), que podem ser consideradas nulas. Neste caso, o erro cometido, por esta razão, 6 absolutamente desprovido de significado e, portanto, inteiramente tolerável, tendo em vista a simplificação de trabaiho de cálculo -"e ele possibilita. 6.2

Fig. 1-60

Fig. 1-42

Curso de análise estrutural

O volume do corpo que carrega um trecho de com rimento ds da estrutura 6 ~ d s sendo , s a área da seção determinada em C por um plano perpendicular ao eixo da estrutura. O peso deste volume será: dP = ySds e a taxa de distribuição de carregamento q(s) ao longo do eixo da estrutura vale, entáo, q(s) = yS, conforme indica a Fig. M3, variando então proporcionalmente com a variaçáo do valor da área S.

Conceitos fundamentais

ou seja, será igual à área S2 Imitada entre a curva que detine a lei de variaçáo do carregamento e o eixo da estmtura.

Fig. 1 6 3

Fig. I45

Os tipos mais usuais de cargas distribuídas que ocorrem na prática são as cargas uniformemente distribuídas (S = constante) e as cargas triangulares (casos de empuxos de terra e de água,principalmente), indicadas na Fig. 1-64.

Para obtermos a posição desta resultante, basta lembrarmos que, como ela 6 a força tal que d capaz de substituir estaticamente o carregamento distribuído atuante, ela deverá dar, em relação a qualquer ponto do espaço, o mesmo momento que o dasforças da qual ela 6 resultante. Assim, chamando s a distância da resultante a um ponto gendrico 0, temos:

M A 1 -Orna uniformemente distribuída

u 164.2 - Carga triangular

Pig. 1-64

Com menor frequéncia, ocorrem ainda carregamentos parab6licos e, em casos mais excepcionais, carregamentos de forma inteiramente aleat6ria. Os diversos tipos de cargas distribuídas serão estudados, em detalhe, no Cap. I1 deste volume. Um problema, no entanto, precisa ser resolvido desde já: o da determinação da resultante de um carregamento distribuído em módulo, direçáo e sentido, a fm de sermos capazes de calcular reaçÍ3es de apoio e esforços simples em estmturas submetidas a carregamentos distribuídos. Sua soluçZo d simples, senáo vejamos. Como uma carga distribuída pode ser encarada w m o uma soma infinita de cargas concentradas infinitesimais, qds, conforme indica a Fig. 1-65, a resultante do car~egamentodistripuido ser6 igual a:

R =[

qds,

Momento da resultante = R: = X

qds

Soma dos momentos das componentes

=i B

(qds)s

qsds

Igualando, obtemos: 7 =

Pela expressão obtida para F, podemos encarar esta distância como sendo a razão entre o momento estático da área C2 em relação ao eixo z e o valor C2 desta área. Isto, a partir da defdçáo de centro de gravidade de uma área C21°, indica que S 6 a distância do centro de gravidade da área C2 ao eixo z e podemos escrever, ent%o, fmalmente, que a resultante de um carregamento distniuido é igual i área compreendida entre a linha que defuie este carregamento e o eixo da barra sobre a qual está aplicado, sendo seu ponto de apLicaçáo o centro de gravidade da referida ârea.

''ver em livros de Cálailo Integral, Mecânica Racional ou Resistência dos Materiais.

Curso de an8lise estrutural Ex. 1.7 - Obter as reações de apoio para a estrutura da Fig. 1-66.

Conceitos fundamentais

Ex. 1.8

Obter os esforços simples atuantes na seção S da Fig. 1-66,

Entrando, por exemplo, com as forças atuantes à esquerda da seção e ue se encontram indicadas na Fig. 1-68, obtemos, substituindo o carregalento distribuído atuante nesse trecho por sua resultante (que vale 2 t, i posição indicada):

Fig. 1-66

Para obter as reações de apoio devemos, inicialmente, substituir as cargas distribuídas por suas resultantes (que produzem os mesmos efeitos estáticos que elas). Assim, temos, levando em conta as conclusóes obtidas para carregamento distribuído neste item, a partir do esquema da Fig. 1-67, as seguintes reaçóes de apoio: Por Por Por

ZMA=O: ZY = O : X =O:

6 V ~ t l X 2 - 4 X 2 - 6 X 4 = 0 V ~ = 6 - V a = l t H A = ~ - 1 = 3 t

VB=5t

Fig. 1-66

Note o leitor que, para fins de determinação dos esforços simples atuantes numa seção, devemos substituir por sua resultante, apenas, as cargas distribuídas atuantes de um dos lados da seção.

(Os sinais positivos confirmam os sentidos arbitrados na Fig. 1-67,) Uma estrutura pode, alkn de estar solicitada por cargas-força (concentradas e ou distribuídas), estar solicitada por cargas-momento. As cargasmomento, cujo tratamento estático não apresenta dificuldade adicional alguma, ocorrem mais raramente como carregamento realmente atuante na estrutura, mas têm importância fundamental como ferramenta de resoiuçxo das estruturas hiperestáticas, conforme veremos nos volumes correspondentes de nosso Curso, de modo que dedicaM remos a elas a máxima ênfase neste volume. Uma carga-momento é, evi- 5 dentemente, caracterizada pelo seu A t módulo, direçzo, sentido e ponto de aplicação, conforme exemplifica o caso da Fig. 1-69, ~ i g 1-69 .

Curso de anslise estrutural

Ex. 1.9

Obter as reaç6es de apoio para a estrutura da Fig. 1-70.

41,5m&

3m A - 2 m 4 1 . 5 m J F Fig. 1-70

d Pig. 1-71

Temos duas formas de encarar este problema.

A primeira consiste na utilização pura e simples das equações da Estática, conduzindo, a partir do esquema da Fig. 1-71 aos seguintes resultados: Por Por Por

CMA=O: 8 V g t 7 - 3 - 8 = O CY = O : V ~ = V ~ = 0 , 5 t C X = O : HA = O

VB=0,5t

A outra forma - muito mais elegante - de encarar o problema é verificar que existe uma carga-momento resultante de (3 t 8 - 7) = 4 m t , que só pode ser equilibrada por um binário de sentido oposto, formado pelas reações verticais, cujo%sentidos devem ser, então, os indicados na Fig. 1-71 e cujos módulos valem VA = V' = $ = 0,s t. Observações: a) Podem ocorrer, tambkn, cargas-momento distriiuídas; esta ocorrência é, no entanto, raríssima na Análise Estmtural das estruturas compostas por barras, cujo estudo estamos iniciando. Não daremos, pois, ênfase especial a tais cargas em nosso Curso (embora seu estudo não apresente dificuldade alguma, pois elas são regidas pelos memos princípios a que obedecem as demais).

Conceitos fundamentais

b) Neste Cap. I, nosso objetivo foi o de apenas apresentar conceitos básicos, limitando a exemplificação ao número mínimo necessário à boa compreensão destes conceitos, cuja sedimentação se fará ao longo dos próximos capítulos, onde os assuntos aqui introduzidos serão estudados, em detalhe, para os diversos tipos estruturais que ocorrem na prática.

Estudo das vigas irostáticas

os valores:

Em resumo, temos:

Seja a viga biapoiada da Fig. 11-1, submetida ao carregamento indicado. *

Demonstramos, então, que a derivada do momento fletor atuante numa seção S de uma viga reta, submetida a um carregamento a ela perpendicular, em relação à abscissa que defme esta seção é igual ao esforço cortante nela atuante e que a derivada deste em relqão a esta abscissa 6 igual ao valor da taxa de carga aplicada na seçáo S com o sinal trocado. As igualdades (11.1) - '112) são as equaqoes fundamentais da Estdtica, pois nos permitem obter esforços solicitantes nas diversas seçoes da viga em função do carreganto q(x) atuante.

&s+ Fig. ü-1 I

Os esforços simples em S são dados por:

A partir de q(x) obteremos, então, as funçoes Ms e QS que nos dão os valores dos momentos fletores e esforços cortantes atuantes em qualquer seção da viga. Representando graficamente estas funções MS e QS perpendicularmente ao eixo da viga, teremos seus assim chamados diagramas de momentos fletores e de esforços cortantes atuantes, que iremos agora estudar para os diversos tipos de carregamentos que ocorrem na prática.

Observações:

Derivando as expressóes acima em relação à abscissa s que define a seção, obtemos, levando em conta que

[sis

]

qdx = s-

:hs *hs qdx

qdx = S ~ B +)

qd;

1. A partir de 11.1, temos que o coeficiente angular da tangente ao diagrama de momentos fletores numa seção S é igual ao esforço cortante nela atuante. 2. A partir de 11.2, temos que o coeficiente angular da tangente ao diagrama de esforços cortantes numa seç5o S 6 igual ao valor da taxa de carga atuante nesta seção com o sinal trocado.

Estudo das vigas isostáticas

Curso de análise ertrutural

3. Adotandoae como positivo o carregamento distribuído de cima para baixo (o que é usual), por integração das equações (11.1) e 01.2) obtemos que um esforço cortante é positivo quando, calculado pelas forps da esquerda, der para cima (ou, quando calculado pelas forças da direita,der para baixo) e que um momento fletor é positivo quando tracionar as fibras inferiores da viga. Tais sáo as convenções de sinais que adotaremos, embora dispensemos a colocação do sinal no diagrama de momentos fletores, como pleonástico, pois que o desenharemos sempre do lado das fibras por ele tncionadas.

Das equações de equilibrio da Estgtica @Ma = O e riMg = O, por exemplo), obtemos as equações de apoio indicadas em 11-2. Passemos ao traçado dos diagramas solicitantes.

Por força de (11.1) e (ILZ), sabemos que, num trecho descarregado (q = O), o diagrama de esforços cortantes será uma reta horizontal (pois $ = -q) diagrama de momentos fletores uma reta (pois=d2M = -q). Assim, no cho AS, bem como no trecho BS, o diagrama de momentos fletores será ~~~ilíneo. Como sabemos que em A e em B os momentos são nulos, bastará conhecer seu valor em S para termos defmido o diagramaM. Imediatamente, obtemos: Pab Ms =-

4. Uma observação importante, sob o ponto de vista conceitual, 6 que, após carregada a viga, ela se deformará e os esforços estão sendo calculados para sua posição indeformada primitiva. Nosso estudo se baseia, então, nesta simplificação (de precisão excelente, pois as deformações das peças usuais são muito pequenas em presença. de suas diimensóes, conforme veremos no Vol. I1 deste Curso) e a Estática que estamos desenvolvendo é, pois, a Estática das pequenas deformações.

I .

Quanto ao diagrama de esforços cortantes, será dado no trecho AS por Pb Q = + Va = i e, no trecho SB, por Q = - Vg = - 1 ' Na seçáo S , ele sof rerá uma descontinuidade igual a = P,valor da carga concentrada nela aplicada, :

($-+I)

Obsemções: a) O diagrania M possui um ponto anguloso em S , o que dM era de se esperar, pois, a partir de (II.l), temos que (ds)seq = Qsesq dM e (ds)Sdir = Qsdir e, no caso, Qsesq Z QSdir.

VIGAS BIAPOIADAS

2.1 - Carga concentrada

Na seção S, nZo se define esforço cortante; ele 6 defmido à esquerda e à direita da seção sofrendo nela uma descontinuidade igual a P.

Seja a viga biapoiada da Fig. 112, submetida a uma carga concentrada P, atuante na seção S .

Podemos a f m a r então que, sob uma carga concentrada, o diagrama de momentos fletores apresenta um ponto anguloso e o diagrama de esforços cortantes apresenta uma descontinuidade igual ao d o r desta carga. b) Calmlemos as integrais

Qds. Temos:

Fig. '-2 B,

Pab I

I I

que é evidente em face de 11.1.

Os valores acima ilustram a obtenção do diagrama de momentos fletores a partir do diagrama de esforços cortantes.

A condi((*[

Qds = O permite a verificação do equilibrio da viga,

tudo das vigas iiwothicar c) Caldemos os d o r e s de tg a e tg a. Pb Temos: AS tg a =- I = Qea Pa Q tgp = --= ttechoSE

As ordenadas necessárias à determinaçáo do d i a m a M são:

Os valores acima ilustram a obtenpo do diagrama de esforços cortantes a partir do diagrama de momentos fletores.

Os esforços cortantes vaiem:

d) O caso de mais de uma carga concentrada seri resolvido de maneira inteiramente análoga ao caso de uma s6 carga concentrada, conforme esclareced o exemplo a seguir.

Ex. U.1 - Obter os diagramas solicitantes para a viga da Fig. 11-3. Seja a viga biapoiada da Fig. 11-4, submetida a uma carga unifarmemente distribuída q.

Pi 11-3

u -1lt

Das equações da Estitica, obtemos as reaçBes de apoio:

Curso de análise Wruiural

Estudo dar vigas irostatioas

Sendo as reações de apoio as indicadas na figura, teremos os seguintes esforços simples numa seção genérica S:

O diagrama de esforços cortantes seri uma linha reta, que fica determinada pelos seus valores extremos, correspondentes a x = O e a x = 1, que a o : QA =$-e QB = (Estes valores poderiam ser obtidos diietamente a partir das reações de apoio.)

-%.

Fig. 11-5

O diagrama de momentos fletores será dado por uma parábolado 20 grau, I passando por zero em A e B e passando por um máxmio2em x =T(seção I onde Q = = O), de valor Mm& = +) = % Para obtenção dos valores de M numa seção gengrica, empregaremos a equação

4: (3-

sendo onde

E =-

d) Um valor notivel no diagrama de momentos fletores é o valor para as y B e s com E = 0,25 e e = 0,75,que 6:

h usual, no caso de traçado de diagramas de moment? fletores com I sgas uniformemente distribuídas, cotar apenas o valor $

(II.4)

€2,

I f ) Calculemos a inclinaeo do diagrama de esforços cortantes.

A função W R , introduzida na Análise Estrutural pelos autores alemães, encontra-se tabelada na tabela I para seçóes nos 1/12 do vão. Observações: a) Temos

--ql Temos tg a =

--rir = -q,

conforme IL2.

Q& = O, o que veritica o equillbrio da viga.

b) Sendo a taxa de carregamento constánte (grau zero), o diagrama de esforços cortantes 6 retilineo (grau um) e o de momentos fletores 6 parabólico (grau 2), conforme ji sabiamos por (11.1) e (11.2). Podemos afmar, então, que, sob carga unifomemente diitribuída, o diagrama de momentos fletores é parabólico do 2P grau e o diagrama de esforços cortantes é retilineo. c) Apresentamos, na Fig.II-5, uma constniçáo geom6trica que nos dá excelente preciso no traçado do diagrama de momentos fletores. Sendo MM, = q12/8, marcamos MIM2 = MM,. Dividimos os segmentos AM2 e BM, em 4 partes iguais; obtemos os pontos I, 11, III,,'I 11', e IIP, que, ligadas alternadamente, nos dão tangentes externas i parábola que 6 então facilmente obtida. Se quisermos aumentar nossa precisão, dividimos AM2 e BM2 em 8 , 16, ... partes ao invés de 4, repetindo o mesmo tipo de traçado.

2.3

- Carga tri@

Seja a viga biapoiada da Fig. II.6, submetida a uma carga triangular, de taxa máxima igual a p, no apoio da direita. Sendo as reações de apoio as indicadas na figura,temos os seguintes esforços simples numa seção genkrica S:

1 I

Ou, simplificando:

Cursa de analise estruiural

Estudo das vigas isoríáticas

Para obtenção dos valores de Q numa seção gengrica, empregaremos a UM (3.5) equação Q

sendo

w~= 1

-3 ~ 2

(II.6), tabelada na tabela I.

O diagramr de momentos fletores será uma parábola do 30 grau, que passa por um máximo em x = 1 6 1 3 = 0,577 1 bois dM/ds = Q = O), de valor Mm& X (1 = p12/9 \/3 = 0,064p12, e cnjos valores, numa seção genbrica, sáo dados por ) =D M = -Pw 6 01.6)

=g29 7)

ido w ~ =

-P

(II.7), tabelado na tabela I.

Observações:

a) Temos

Qdx = O, o que verifica o equilibrio da viga.

b) Sendo a taxa de carregamento uma função linear (grau um), o diagrama de esforpi cortantes 6 parabdlico do 20 grau e o diagrama de momentos fletores 6 parabólico do 30 grau, o que verifca (ii.1) e (11.2).

Apresentamos, na Fig. 11-7, uma nstrupo geométrica que nos auxilia traçado do diagrama de momentos tores, através da obtenção de suas igentes externas.

Marcando, a partir da sego M , PUsição da resultante do carregamento tri:angular, o segmento MN = pZ2 /9, ternos t g a = MN/AM = p1/6 = QA tgP = -MT/MB =

-o:

------l!f

., .8

Logo, AN e BN são tangentes ao diagrama de momentos fletores em m s origens. O diagrama de esforços cortantes será, então, parabblico do 20 grau, com tangente horizontal em A (pois dQ/ds = -q = O), tendo seus valores extremos iguais aos valores conhecidos (t V A ) e (-VB) e passando por zero para x = 1 ~ 3 =3 0,577 1, conforme pode ser obtido imediatamente a partir de sua equação. Por ser uma meia parábola do segundo grau, podemos, para seu traçado gráfico, aproveitar o tipo de construção apresentado em 2.2.

Fig. 11-7

E usual, no caso de traçado de diagramas de momentos fletores com d g a triangular, proceder a este traçado por pontos. Uma ordenada genbrica 12 w ~ . 10 diagrama seria dada, conforme (iI.61, por'^ =% :) 6 caso de carregamento indicado na Fig. il-8 recai imediatamente no

tenor. Temos:

Curso de análise esirutural

Q s = - - [P[I 6 Ms =-

- 3 (-)

p12 z - x [6 1

I-x I

Estudo das vigas isostáticas

]

1-x3

-( 7 I )

que B traçado por pontos. De maneira análoga, agiríamos para a obtenção do diagrama de esforços cortantes. Poderíamos ter resolvido o mesmo problema encarando o carregamento como a soma de 2 carregamentos triangulares de taxas máximas pA em A e pB em E , obtendo

g) Com menor frequência, podem ocorrer carregamentos com leis de variação parabólica. Tais casos são resolvidos dentro da mesma metodologia empregada em 2.2 e 2 3 e conduzem i s expressões e funções w tabeladas na tabela I. Fazendo

I-x ---x ' 1 1

= e',

temos: Seja a viga biapoiada da Fig. 11-10, submetida à carga-momento indicada. As reaç6es de apoio devem ser tais que formem um binário de módulo M e sentido oposto ao do momento aplicado e são, portanto, as indicadas na Fipura.

As funções wM e w b estão tabeladas na tabela I. f ) O caso de carregamento indicado em 11-9 é resolvido imediatamente,

empregando-se o princípio de superposiçiio de efeitos, somandole uma carga unifome pA com uma carga triangular de taxa máxima (pB - pA) em E. Obtemos:

A partir delas, temos imediatamente os diagramas solicitantes.

O ZZ80'0 Z8S1'0 LZZZ'O 91LZ'O 1ZOE'O SZIE'O I ZOE‘O 91Lt0 LZZZ'O Z8S1'0 ZZSO'O

EE80'0 6S91'0 19PZ'O OIZE'O S98E'O SLEP'O SL9P'O 169P'O 9EEP'O I ISE'O 901Z'O

~OIZ'O I I SECO 9EEP'O 169P'O SL9P'O SLEP'O S98E'O OIZF'O 19Pf 0 6S91'0 EE80'0

*3+ zt Z

-3=$m

- P = <m

pr3

*3 - 3 = dm

0000'I + Z6L6'0 L916'0 SZ18'0 9999'0 + Z6LP'O + OOSZO ' 80ZO'O EEEE'O SL89'0 SE80'1 6EZS‘l- .

Z1 11 O1 6 8 L 9 S P E Z I

oooo'z -

,.3E

- 1 = ?m

0~5as

oooo'z-

6EZS'ISE80'1SL89'0EEEE'O8020'000SZ'O Z6LP'O 9999'0 SZ18'0 L9 16'0 Z6L6'0 0000' 1

8280'0 OZ91'0 PPEZ'O £962'0 EWE'O OSLE'O 898E'O WLE'O 18ZE'O 9PSZ'O P9PI'O

WPI'O 9PSZ'O I8ZE'O WLE'O 8%E'O OSLE'O EPPE'O E96Z'O MEZ'O OZ91'0 8280'0

P9~0'0 68EI'O SL81'0 ZZZZ'O IEPZ'O M)SZ'O IEPZ'O ZZZZ'O SL81'0 68E1'0 P9LO'O

,a£

- 1 = Nm

E<3 '3

- 3 = Um

- 3 = Xm

ZI 11 OI 6 8 L 9 S P E Z I

oe5a~

Curso de analise estrutural

Estudo das vigas isostáticas

O problema novo que se nos depara 6 o da resolução de uma viga submetida a uma carga continuamente distribuída, que não abrange todo o seu vão. Para o fazermos recair num problema já conhecido, romperemos a viga Este valor não reproduz o momento fletor atuante em B, que d nulo e, aliás, não tinha nenhuma obrigação de reproduzir, pois as equações (11.1) e (11.2) foram deduzidas para uma viga com carga vertical continuamente distribuída, o que não é o caso de uma carga momento. De qualquer forma, podemos afirmar que o valor da área do diagrama de esforços cortantes de uma viga biapoiada é igual ao valor da resultante de todas 8s cargmmomento apiicadas na viga (o sinal positivo correspondendo ao sentido anti-horário). b) O diagrama de momentos fletores em S sofre uma descontinuidade igual a @a/l) + (Mbll) = M e podemos afirmar, então, que, na seção de apiicaçáo de uma carga-momento numa viga, o diagrama de momentos fletores sofre uma descontinuidade igual ao seu valor, no seu sentido.

em B e C , o que 6 lícito fazer, desde que apliquemos nestes pontos seus esforços simples, mantendo entâo o equilíbrio de cada trecho assim obtido. Assim, os esforços cortantes que a t u m nas extremidades de cada trecho (Qa, QB, Qc, Qo) podem ser encarados como as forças que equilibram as outras cargas e momentos atuantes no trecho, podendo ele então ser considerado como uma viga biapoiada independente, submetida ao carregamento externo que lhe está diretamente aplicado e a cargas-momento em seus apoios iguais aos momentos fletores atuantes nestes pontos na viga dada inicialmente, de imediata determinação. Recairemos, então, no problema de obtenção do diagrama de momentos fletores em vigotas do gênero BC, que, por superposição de efeitos, é imediatamente obtido conforme mostra a Fig. 11-13,

)tfq

c) Como casos particulares interessantes, apresentamos na Fig. 11-11 diagamas de momentos fletores para algumas posições notáveis da cargamomento.

2.5

- Caso geral de

carregamento

Seja a viga biapoiada da Fig. II-12, submetida ao carregamento indicado:

qa2 8

Fig. 11-13

A linha reta pontihada representa o diagrama de momentos fletores devido somente a ME e Mc. Marcando-se, na vertical, a partir desta reta a parábola do 20 grau que 6 o diagrama devido apenas à carga distribuída, teremos então o diagrama fmal no trecho.

Fig. 11-12

O diagrama de momentos fletores na viga AD será, então, o da Fig. 11-14, úotar que existe, no caso, concordância em B e em C entre a parte :tilínea e a parte parabólica, o que já era de se esperar, pois não existem cdrgas concentradas aplicadas nestes pontos).

Curso de análise estrutural

Estudo das vigas isostáticas

.A obtenção do diagrama de esforços cortantes não apresenta maiores problemas, sendo imediata a partir do conhecimento das reações de apoio. Extrapolando as conclusões deste exemplo, podemos afirmar que, para trapr o diagrama de momentos fletores numa viga submetida a um carregamento qualquer, basta marcar os momentos fletores nos pontos onde muda a lei de variação do carregamento, Ligá-los por segmentos de retas e, a partir da linha a& obtida, pendurar, perpendicularmente ao eixo da viga, os diagramas de viga biapoiada para cada uma das cargas distribuídas atuantes, em seus respectivos trechos.

-3

Os diagramas de esforços cortantes são obtidos imediatamente a partir do conhecimento das reações de apoio.

O exemplo 11.2, a seguir, esclarecerá.

Ex. 11.2

a viga da Fig. ii-15. Substituindo-se as cargas distniuídas por suas resultantes, assinaladas em pontilhado na figura, obtemos: ZMB=O ZY = O

- Obter os diagramas solicitantes para

........ 1 6 V , = 4 X l 4 t l X 1 0 + 3 X 6 - 4 :. ........ V s = ( 4 + 1 + 3 ) - 5 = 3 t

V ~ = 5 t

Fig. 11-15

Os momentos fletores atuantes nos pontos de transição de carga são: M c = 5 X 4 - 4 X 2 = 12mt M ~ = 5 X 6 - 4 X 4 =14mt M~.=SX8-4X6-1X2=14mt M F = ~ X11 - 4 X 9 - 1 X 5 - 3 X 1 = l l m t M$q=5X 13,s-4X 11,5-1X7,5-3X3,5=3,5mt M$ = 3,s t 4 = 7,s rnt

Curso de análise estrutural

Ligando estes pontos por linhas retas no diagrama, passamos então à fase de pendurar, a partir destas linhas retas, os diagramas devidos somente às cargas distribuídas atuantes: temos a pendurar, então, uma parábola do 20 grau no trecho AC, cuja ordenada na seção mddia do trecho 6 1 X 4'18 = = 2 mt, valendo, para seu traçado, a construção apresentada em 2.2 e, no trecho EF, uma parábola do 30 grau, cuja ordenada gendrica d dada por

Estudo das vigas isoítáticas

~Qdr=3X4+lX2-(1/3)X3X3-5X3=-4mt.

Este valor 6 igual ao valor da carga-momento atuante (o sinal negativo indica que seu sentido 6 o horário). g) Na seção G, o diagrama de momentos fletores apresenta uma descontinui-

dade de 4 mt, valor da carga-momento nela aplicada. Não havendo mais outras cargas distribuídas, os diagramas finais nos demais trechos são as linhas retas já traçadas. Para obtenção do diagrama de esforços cortantes, raciocinemos trecho a trecho: - no trecho AC, será retilíneo pois o carregamento d uniforme, variando de 5 t em A até 1 t em C; - no trecho CD d constante (trecho descarregado) e igual a 1 t; - em D, a carga concentrada acarreta uma descontinuidade igual a seu valor, caindo o cortante então para zero, valor este que se mantem no trecho DE; - no trecho EF, ser8 uma parábola do 2P grau (carregamento triangular), que começa do valor zero, com tangente horizontal (pois dQ/ds = -q = O), terminando com -3 t , com tangente inclinada (pois dQ/ds = -q = 2 tlm); - o valor -3 t se mantém constante no trecho FB (sem cargas verticais), subindo a zero no apoio B.

Observações: a) Nas seçóes C, E, F, existe concordância dos trechos parabólicos com os trechos retilíneos no diagrama de momentos fletores, pois não existem cargas concentradas nestes pontos.

h) Notar que as parábolas devidas ao carregamento distribuído são sempre marcadas na direção perpendicular à barra (portanto, no caso, na direção vertical). 3 - VIGAS ENGAfXADAS E LNRES

Seja a viga engastada e livre AB da Fig. 11-16,

No engaste, aparecerão evidentemente uma reaçlio vertical e uma reação>mente, que equilibrará0 o carregamento atuante. Isto posto, passemos à tenção dos diagramas solicitantps.

b) Na seção D existe um ponto anguloso no diagrama de momentos fletores devido à existência da carga concentrada. Notar que o ponto anguloso está no sentido da carga.

O diagrama de momentos fletores se obter8 imediatamente a partir das nclusóes tiradas em 2.5, bastando marcar osmomentos fletores (de cálculo ediato) nas seçóes em que muda a lei de variação de carregamento (no caso, A, C, B. D), ligá-los por segmentos de reta, e, a partir da linha assim obtida, pendurar os diagramas de viga biapoiada para cada uma das cargas distribuídas atuantes (no caso, no trecho CD).

c) Os diagramas de momentos fletores nos trechos FG e GB são paralelos entre si, pois o esforço cortante nestes dois trechos € constante e igual a -3 t.

O diagrama de esforços cortantes se obter6 imediatamente a partir do 'regamento e reaçóes de apoio atuantes.

d) Na regi80 de momento fletor miximo (trecho DE), o esforço cortante nulo.

O exemplo I13 esclareceri.

e) Qualquer ordenada do diagrama de esforços cortantes no trecho EFpode ser obtida com auxíiio da função U M , conforme indica a Fig. 11-15, f) Calculemos o valor da área do diagrama d e esforços cortantes:

Ex.11.3 - Obter os diagramas solicitantes para a viga da Fig. 11-17.

Sendo o carregamento atuante equivalente estaticamente a uma resultante de 16 t em C, as reações de apoio no engaste B sáo as indicadas na figura.

Curso de análise estrutural

Estudo das vigas isostáticas

b) Calculemos a área do diagrama de esforços cortantes:

que 6 o valor do momento fletor atuante no engaste, funcionando, sob este aspecto, como se fosse uma cargamomento aplicada numa viga biapoiada AB, com reaçóes verticais VA = O e VB = 16 t. c) Se tivéssemos a mesma viga, com o mesmo carregamento, mas com o engaste à esquerda, conforme indica a Fig. 11-18, o diagramade momentos fletores sena o mesmo (bastando girar o da Fig. 11-17 de 180°), mas o diagrama de esforços cortantes teria seu sinal trocado, pois as convenções de sinal para esforço cortante são opostas, conforme sejam usadas as forças à esquerda ou à direita da seção.

d) E fácil ver que, no caso das vigas engastadas e livres, podemos traçar seus diagramas solicitantes sem necessidade de determinar as Ieações de apoio.

- VIGAS BIAPOIADAS COM BALANÇOS

Seja a viga biapoiada com balanços da Fig. 11-19: Os momentos fletores atuantes nos pontos de transição de carga, todos tracionando as fibras superiores, sgo: Ligando-se estes valores por linhas retas e pendurandoae, na vertical, a partir delas as parábolas iguais a 3 X Z218 = 1,5 mt, temos determinado o diagrama de momentos fletores. O diagrama de esforços cortantes indicado na figura 6 obtido sem maiores problemas.

a) Na seção A , o diagrama de momentos fletores tem tangente horizontal (QA = O) e, na seção C, acrescenta um ponto anguloso (presença da carga concentrada de 4 t).

Fig. 11-19

I vc

Curso de analise emutural

Estudo das vigas isostáticas

A obtençáo dos diagramas solicitantes nos balanços AB e CD 6 imediata a partir do que vimos em 3, pois podemos obter os esforços no trecho AB entrando com as forças da esquerda e no trecho CD entrando com as forças da direita, e eles se comportam, então, como se fossem vigas engastadas e livres AB e CD, confome indica a Fig. 11-19. Passemos, então, 2 análise do trecho BC: rompendo a viga em B e q e e aplicando os esforços simples atuantes nestas seções, nada ter6 se alterado sob o ponto de vista estático. Teremos, então, uma viga biapoiada BC, submetida ao carregamento que lhe está diretamente aplicado, a cargasmomento MB em i3 e MC em C, iguais aos momentos fletores atuantes nestas seções devidos aos balanços, e a cargas verticais (P, + P2)em B e (P4+ P,) em C , iguais às resultantes das cargas atuantes em cada balanço e que, estando diretmente aplicadas sobre os apoios, serão imediatamente absorvidas por eles, não influenciando no cálculo dos esforços simples em BC. Recaúnos, então, para o trecho BC no estudo de uma viga biapoiada, já feito, sob sua forma mais geral, em 2.5. CdU

Podemos então afirmar que, para traçar o diagrama de momentos Uetores numa viga biapoiada com balanços, tratamos os balanços como vigas engastadas e livres, Ligamos os momentos atuantes nos apoios por uma linha reta e, a partir dela, penduramos o diagrama de viga biapoiada devido As cargas atuantes no trecho entre os apoios. Como nos casos anteriores, a obtenção do diagrama de esforços cortantes € imediata, a partir do carregamento e das reações de apoio.

Os exemplos a seguir esclarecerão.

Ex. ii.4 - Obter os diagramas solicitantes para a estrutura da Fig. ii-20. Calculemos as reações de apoio, empregando o princípio de superposição de efeitos: - devido às cargas distniuídas, temos, por simetria: - devido à carga concentrada de

2 t, temos:

Por Z M g = O

4Vc=2X6

Por Z Y

VB = -1 t (de cima para baixo, portanto)

As reações finais serzo, então:

Vc=3t

VB = 5 t

Vc = 9 t

Os momentos fletores necessários i obtenção da linha de fechamento do diagrama são os momentos atuantes nos apoios, que tracionam as fibras superiores e valem

-5

Pig. U-20

A partir da linha de fechamento, penduramos as parábolas de cada um s trechos, conforme indica a Fig. 11-20.

Curso de andlise estrutural

Estudo das vigas irostáticas

O diagrama de esforços cortantes não apresenta novidades em relação a casos anteriores. Observaçóes :

a) O diagrama de momentos fletores tem tangente horizontal em A (pois Qa = O), o mesmo não acontecendo em D, devido à presença da carga concentrada (QD = 2 t). b) Nos apoios, o diagrama de momentos fletores apresenta pontos angulosos no sentido das reaçóes de apoio e o diagrama de esforços cortantes apresenta descontinuidades iguais a estas reaçóes de apoio.

c) O momento fletor miximo tracionando as fibras inferiores da viga não ocorre no meio do a o , mas, sim, na seção de cortante nulo, que 8 aquela a 3,s m de A . Seu valor pode ser obtido diretamente (isto 8, calculando-se o momento fletor atuante na seçao a partir do carregamento e das reaçóes de apoio), ou através da expressão 11.1. Usemos este Último processo. Teremos:

M,,,-

e) A área total do diagrama de esforços cortantes é igual a zero, indicando a inexistência de cargasmomento aplicadas.

Ex. IL5 - Obter os diagramas solicitantes para a viga da Fig. ii-21. Sendo o carregamento atuante equivalente a um momento total de 3 + 4 t 3 = 10 mt, as reaçóes verticais deverão formar um momento de igual valor e sentido oposto e a o , portanto, iguais a 1014 = 2,5 t, nos sentidos indicados na figura. Os diagramas soiicitantes estão traçados na Fig. 11-2 1. Observação: A área do diagrama de esforços cortantes é - l O m t , d o r este indicando que existem cargas-momento aplicadas, nija resultante nos dá um momento de 1Omt no sentido hori(fi0.

-2.5

I I

lem t)

Qdx = -(1/2) X 2 X 2 t (112) X 3 X l,5 = 0,25 mt.

d) O diagrama de esforços cortantes passa, em suas descontinuidades devidas às reaçóes de apoio, pelo valor zero, o que indica que nos dois apoios temos m h o s não analíticos (sem tangente horizontal) no diagrama de momentos fletores, o que se constata facilmente na Fig. 11-20.

-2.5

pig. 11-21

- VIGAS GERBER

Seja a estrutura representada na Fig. ii-22.1, estando o detaihe da secão C ampliado em iI-22.2:

Curso de análise estrutural

Estudo das vigas irostáticas

Suponhamos carregado o trecho CD: este trecho não tem evidentemente estabilidade própria, pois as cargas, para serem equilibradas, necessitarão de reações de apoio em C e em D. Este último ponto é um apoio do I? gênero e pode absorver uma força vertical; caberia, então, ao ponto Cabsorver uma força vert~cal e uma horizontal, o que ele não é capaz de fazer, mas é capaz, entretanto, de transmitir estas forças ao trecho ABC. Fica, entào, a estabilidade do trecho CD condicionada à estabilidade do trecho ABC que, em se tratando de uma viga biapoiada com balanço, é estável, o sendo entao o conlunto ABCD.

O trecho ABC será resolvido, a seguir, com as cargas que lhe estão duetamente aplicadas, acrescidas das forças Vc e Hc transmitidas pela rótula C. Recaímos, então, na resolução de uma viga biapoiada CD e de uma viga biapoiada com balanço ABC, problemas estes já resolvidos nos tópicos anteriores. Consta, então, uma viga Gerber, de uma associação de vigas com estabilidade própria com outras apoiadas sobre as primeiras, que dão a estabilidade ao conjunto. Para resolvê-la, basta fazer sua decomposição nas vigas que a constituem, resolvendo inicialmente aquelas sem estabilidade própria e, após, as dotadas de estabilidade própria, para as cargas que lhe estão diretamente aplicadas, acrescidas, para estas Últimas, das forças transmitidas pelas rótulas.

Se tivermos carregado o trecho ABC, a carga solicitará apenas este trecho, pois, em se tratando de um trecho com estabilidade própria, nele mesmo encontrara o carregamento suas reaçóes equilibrantes.

Observações:

O ponto C 6, então, um ponto de transmissão de forças, não transmitindo momento algum (pois não impede nenhuma rotação A estmtura) e é representado, pois, por uma rótula, ficando o esquema estático da estrutura representado conforme indica a Fig. 11-23.1.

a) Em se tratando de vigas Gerber isostáticas, as vigas que as constituem .ão vigas biapoiadas, vigas biapoiadas com balanços ou vigas engastadas livres. As vigas Gerber tiveram seu aparecimento ditado por motivos de ordem eskniturd e de ordem constmtiva, conforme esclarecerá o exemplo da Fig. 11-24:

11-24.1

Fig. 11-24

U-23.2 Fie U-23

Para resolver a viga ABCD, para a qual indicamos um carregamento atuante na Fig. 11-23, basta resolvermos inicialmente o trecho CD (trechosem estabilidade própria), transmitindo para o trecho ABC (trecho com estabilidade própria) as forças HC e VC necessárias ao equilíbrio do trecho CD.

Suponhamos seja nossa funçgo constniir uma ponte de concreto, que deverá se apoiar sobre pilares A, B, C, D, escolhendo uma das duas solupões '"dicadas na Fig. 11-24. Suponhamos adotada a soluçXo indicada na Fig. 11-24.1. Para a execução da superestnitura da ponte, seríamos obrigados a escorar ~unultaneamentetodo o volume compreendido sob o tabuleiro da ponte,

Cursa de análise estrutural

escoramento este que, dependendo da velocidade do rio e de sua profundidade, pode tomar-se extremamente dificil, caro e, at6 mesmo, arriscado no trecho BC. Suponhamos, agora, adotada a soluçZo em viga Gerber indicada na Fig. 11-24.2. Esta solução permite a execução em separado dos trechos ABE, EF, FCD, com o que poderíamos escorar inicialmente o trecho ABE e concretá-10; a seguir, transferiríamos o escoramento para o trecho FCD que seria posteriormente concretado e, finalmente, usando os próprios trechos ABE e FCD, já executados, como apoios, concretaríamos a vigota EF, encerrando a execução da estmtura (poderíamos, tambkn, pd-fabricar a viga EF, lançando-a através de uma treliça). Não resta a menor dúvida que, sob o ponto de vista constmtivo, a segunda solução será mais adequada no caso, pois não envolverá risco algum no vão BC durante a constmção, alkn de reduzir o volume de material para escoramento a quase 113 do necessário para a primeira solução. A solução da Fig. 11-24.2 trará ainda, sob o ponto de vista estmtural, a vantagem de reduzir as forças horizontais nos pilares devidas a variações de temperatura e à retração do concreto (a este respeito, não teceremos maiores considerações por ora, pois este tema é objeto de estudo nas cadeiras de Pontes).

Estudo das vigas isostáticas

temos uma quarta equação dizendo que o momento fletor em C 6 nulo @íc = O). Resolvendo-se este sistema de 4 equações a 4 incógnitas, teremos as reaç6es HA, VA, Vg, VC e, a partir delas, os diagramas solicitantes na viga Gerber. Tal método náo nos parece interessante, pois aumenta em muito a dificuldade algebrica de obtenção das reaçoes de apoio, dificuldade esta que pode se tornar muito grande para vigas Gerber com maior número de apoios e rótulas e, portanto, não receberá ênfase maior neste Curso. 5.2

- Exemplos de

decomposição

Conforme Wnos em 5.1, para resolver uma viga Gerber, basta decompó-la nas vigas que a constituem. Para tal, devemos destacar as vigas que já possuem estabilidade própria, apoiando sobre elas as demais através das rótulas, que indicam a transmissão de carga das vigas que não possuem estabilidade própria para as que a possuem. Desta forma, obtemos as decomposições das vigas Gerber indicadas nos exemplos da Fi. U-26. Os números indicam a sequência de resoluçZo e as setas a transmissão de cargas.

As vigas Gerber têm lugar de grande Importância na Engenharia Estrutural, e a tendência desta importância é aumentar, tendo em vista o desenvolvi-

mento das têcnicas de pr€-ÇabricaçZo e montagem de estmturas. c) Diversos autores adotam um metodo puramente algébrico para análise e resolução de vigas Gerber, que apresentamos a seguir. Seja a viga Gerber da Fig. 11-25.

Fig.

n-2s

Para determinar as quatro reações de apoio, dispomos das trds equações da EstBtica no plano (ZX = 0, ZY = O e ZM = O) e, devido à existência da rótula em C (o que significa n%o haver transmissão de momento em C),

Queremos chamar a atenção para o fato de que um dos apoios da viga Gerbei deve ser capaz de absorver forças horizontais, que irão diretamente ara ele através das rótulas, provocando esforços normais na viga ao longo

Curso de análise estrutural

de sua trajetória. As cargas verticais,somente, serão as responsáveis pelos momentos fletores e esforços cortantes atuantes na viga Gerber, e 6 para obté-10s que necessitamos fazer a sua decomposição. 2! por esta razão que nesta decomposição não nos preocupamos se o apoio 6 do I? ou 20 gènero, pois, para as cargas verticais, todos funcionarão como se fossem do l ? gênero.

Estudo das vigas isostátícas

Obtida a decomposição indicada na figura, o problema não apresenta maiores novidades e obtemos imediatamente os diagramas solicitantes indicados na Fig. 11-27. Observaçóes:

Observação: Notar que a viga Cerber da Fig. 11-26.3, devido ao fato de ter a rótula sobre o apoio internediário (o que significa que os trechos AB e BC têm momento fletor nulo em B), funciona como se fossem duas vigas biapoiadas AB e BC independentes, que têm como única particularidade o fato das reaçóes em B se somarem no apoio único existente.

a) ~ e m o s Qdx i ~ = O, pois não existe carga-momento aplicada

=lE=/*

b) ~ e m o Qgd x~

Qdx

Ex. Ii.6 - Obter os diagramas solicifantespara aviga Gerber da Fig. 11-27.

Qdx = O, o que 6 evidente. pois

E, E e F são rótulas e nelas devemos ter M = 0.

6 - VIGAS

INCLINADAS:

6.1 - Seja a viga da Fig. 11-28. submetida ao carregamento distribuído vertical indicado.

Sendo as reações de apoio as indicadas na Fig. iI-28, passemos ao estudo de seus diagramas solicitantes. O momento fletor atuante numa seção gen6rica S será dado por

Comparando esta expressão-com (11.3), vemos que, para fins de momentos fletores, a viga se comporta como se fosse uma viga horizontal (perpendicular ao carregamento) de vão a e o diagrama 6 o indicado na figura (notar que as ordenadas do diagrama são sempre marcadas perpendicularmente ao eixo da barra). Os demais esforços atuantes nesta seção são dados por: qa qx) cos cr e Qs = (-2 . Ns = (-qa qx) sen a, 2

Fig. ii-27

express6es estas que definem linhas retas, a partir das quais obtemos seus diagramas representados na Fig. 11-25.

Curso de analise estrutural

Estudo das vigas isosthticas

6.2 - Seja, agora, a viga da Fig. 11-29, submetida ao carregamento distribuído horizontal.

+ qb2 - rena za

Fig. 11-29

Obtenhamos suas reaçóes de apoio: Por Z X = O .

. . . . . . . HA = qb . . . . . . . qb X- b =

4bZ VA X a .'. VA =2a ' =- qb2 POrZY=O . . ..... VB= 2VA 2a O momento fletor amante numa seção genbrica será dado por: Por EMB = O

= qbx

- (-)42 2

qb2 - c-)(-)2a

xz qb qx2 - qb2 (+- b2) b X = - 2X - - -22

Estudo das vigas iwstdticar

Curso de análise estrutural

Comparando esta expressão com n.3, vemos que, para fins de momentos fletores, a viga se comporta como se fosse uma viga vertical (perpendicular ao carregamento atuante), de vão b e O diagrama 6 o indicado na figura. Os demais esforços atuantes em S são dados por:

Qs = - (-)4b1 cos 0 t (qb - qx)sen Za

N , = (qb

- qx)

cos a +

(e) 2n

sen a

expressões estas que nos permitem o traçado dos diagramas, feito na Fig. 11-29, 6.3 -Seja, finalmente, a viga da Fig. 11-30, submetida ao carregamento distribuído perpendicular a seu eixo.

Fig. 11-30

Conforme indica a Fig. 11-30, é fácil ver que este caso nada mais é que uma superposição dos casos 6.1 e 6.2 e os diagramas solicitantes para ele serão, então, iguais à soma dos diagramas indicados nas Figs. 11-28 e 11-29, Em particular, o diagrama de momentos fletores seri uma parábola do 2P graii de valor máximo igual a (qa218) + (qb2 18) = q A 7 18, comportando-se entZo a alga como perpendicular ao carregamento atuante, com vão AB. Dos exemplos apresentados em 6.1, 6.2 e 6.3, podemos concluir então que uma viga biipoiada inclinada AB se comporta, para fms de diagrama de momentos fletores, como se fosse uma viga biapoiada de vão igual i projeção de seu comprimento sobre uma reta perpendicular ao carregamento atuante, sendo o diagrama de momentos fletores marcado, sempre, perpendicularmente ao eixo da viga. Os diagramas de esforços cortantes e esforços normais são obtidos imedie tamente, em qualquer caso, a partir do carregamento e das reações de apoio.

Ex. ii.7

I I

11-31,

- Obter os diagramas solicitantes para a viga inclinada da Fig.

Curso de análise estrutural

As reaç6es de apoio são:

Estudo das vigas isortáticas

Qdx =/

x2 - k -$dx

= (Ex

- xz - -)X'

6 =

o que indica não existir carga-momento atuante.

O carregamento atuante 8, pois, o indicado na Fig. 11-32, A linha de fechamento do diagrama de momentos fletores é defmida pelo valor 6 mt tracionando as fibras superiores em A e pelo valor 2 mt tracionando as fibras inferiores em E . A partb dela, penduramos o diagrama devido i carga distribuída existente, indicado na Fig. 11-31.

4th

Sendo retilineos os diagramas de esforços cortantes e esforços normais, eles serão definidos por suas ordenadas em A e B, que valem: QA = QB = NA= NB =

5cosa=4t -3cosa=-2,4t -5sena=-3t 3 sen a = 1,8 t

Fig. U-32

b) A seçáo de momento fletor máximo é aquela em que Q(x) = 8 2r .'/6 = O, ou seja, x = 3,16 m. (A outra raiz da equação é negativa e des>vida,portanto, de significado físico).

Observa$Zoao:A área do diagrama de esforços cortantes é igual a 8 mt, valor da resultante das cargas-momento aplicadas.

O momento fletor máximo será dado por:

7 - PROBLEMAS RESOLVIDOS .7.1 - A equação dos esforços cortantes atuantes numa viga biapoiada de 6 m de vão 8 Q(x) = 8 - 2x x2 16, sendo x a distância do apoio esquerdo à seção genbrica que descreve a viga. Sabendo-se que, se houver carga-momento atuante, ela estará aplicada no apoio direito, pede-se:

&lup-o a) A partir de ii.1, temos que:

Para o apoio direito:

q(6) = 4 t/m

Verifiquemos se existe carga-momento aplicada em i?:

l J 6 ~ d x= 8 X 3,l6

- 3.16'--=

3,1Cí3 18

13,5 mt (tracionando as fi-

bras inferiores). 7.2 - Obter os esforços solicitantes da viga AB da Fig. ii-33, submetida ao carregamento distribuído segundo uma lei parabólica do 2P grau, começando com tangente horizontal e terminando com um valor máximo igual a P.

a) reconstituir o carregamento atuante; b) obter o momento fletor máximo atuante.

Para o apoio esquerdo: q(0) = 2 tlm

Cursa de analise emutural

Estudo dar vigas isastáticas

soiuçno A equação do carregamento será da forma q(x) = ax2. Impondo a condição q(1) = p, obtemos: P com o que q(x) = p(-)x 2 . a = -, i2 i

Para obter as reaç6es de apoio, precisamos conhecer a posição da resultante dacia vor:

O valor da resultante é dado por R

1 q(x)dx = ~p I

e as reações de

>i0valem, portanto:

Os esforços atuantes numa seção gen6ricaS são dados conforme aFig.11-35

É fácil ver que o momento máximo atuari na seção que tem Q(x) = O, ou seja, na seção

= 0,63 i e vale:

Curso de análise esírutural

Emdo das vigas isostáticin

7.3 - O diagrama de esforços cortantes de uma viga biapoiada A F é o representado na Fig. 11-36. Sabendo-se que, caso exista carga-momento, ela está aplicada em D, reconstituir o carregamento atuante e traçar o diagrama de momentos fletores. A B C D E F

A partir de (II.2), podemos afirmar que: a) o carregamento atuante no trecho AB 6 uniforme, de cima para baixo, (diagrama de esforços cortantes decrescente) e de taxa igual a?= 2 tlm; b) em B existe uma carga concentrada aplicada, de cima para baixo e igual a 4 t (valor da descontinuidade no diagrama Q);

7.4 - A viga biapoiada da Fig. 11-38 possui um carregamento tal'que seu diagrama de momentos fletores é o indicado na figura. Pede-se reconstituir este carregamento.

OBS. Existe concordância em i3 entre a parábola do 2P grau e a reta.

c) no trecho BC o carregamento 6 distribuído uniforme, de cima para baixo, de taxa igual a 412 = 2 tlm; d) o trecho CE não possui cargas distribuídas ou concentradas aplicadas; e) em E existe uma carga concentrada de 2 t para baixo (descontinuidade em Q). Calculemos a área do diagrama de esforços cortantes: Sp=6X2-2x2-3x4-6X

I=-lOmt,

indicando a existência de uma carga momento em D, atuante no sentido h* rário.

O carregamento atuante 6 , pois, o indicado na Fig. II-37 e, a partir dele, obtemos imediatamente o diagrama de momentos fletores indicado na mesma figura.

Par.

2.O

grau Fie. U-38

Curso de an&lise estrutural

Estudo das vigas isostáticas

Solução A partir da configuração do diagrama M, podemos afirmar que o aspecto do carregamento atuante é o da Fig. 11-39.

determinação i dosvaiores numéricos das cargas atuantes. Temos: Passemos ? a) Pelas forças da direita

b) Pelas forças da direita M E = 2mt : - 1 X 4 + 2 P = 2

P=3t

Pelas forças da esquerda MB=2mt

(2q-2)2-2q=2

: q = 3t/m

O carregamento é, pois, constituído por iima carga uniformemente distribuída de 3 t/m no trecho AB e por uma carga concentrada de 3 t em C, nos sentidos indicados na Fig. 11-39,

7.5 - Uma estaca de seção constante e comprimento L repousa num plano horizontal. Deseja-se levantá-la por um ponto, girando-a em tomo de uma das suas extremidades durante o levantamento. Determinar este ponto de modo que ela fique submetida aos menores momentos fletores possíveis durante a operação. Seja S a seção de suspensão. No instante do levantamento, ela funcionará estaticamente, segundo o esquema indicado na Fig. 11-40 e, para que fique submetida aos menores momentos fletores possíveis, devemos ter que os módulos dos máximos momentos fletores positivo e negativo sejam iguais. Impondo as equaçóes da Estática, obtemos: ZMA = O . . ZY=O

. . . . . . VB =- qL2 2x

........

V,=qL-- qLZ 2x

A seç& de cortante nulo (posição do momento máximo), sendo a iudicada na Fig. 11-40, temos que: 1 L (área do diagrama de cortantes) M&. = fT)(qLZ)(l -)l

- 2w

O momento máximo negativo atua, evidentemente, na seçáo B e seu mbdu10 é dado por IMih 1 = q (L - ~ ) ~ / 2 . Igualando, vem: 1 L 2 1 T(qL2)(1 -%) = (-)q(L -x)Z 2 Simplificando, obtemos:

Curso de andlise estrutural

- -L

x =-

72 2

= (1

-A)', cuja dnica solução provida de significado físico 1,

Estudo das vigas isostáticas

= 0,707 L

7.6 - Obter as equaçbes dos esforços simples atuantes no trecho CD da viga da Fig. 11-41.

Fig. 1142

Sendo o aspecto do diagrama de momentos fletores o indicado na Fig. I 1 4 3 e sabendo que, para a viga ter os menores momentos fletores possivets, os módulos dos máxunos momentos fletores positivo e negativo devem se igualar, obtemos:

I +

I 2

I 4

Fig. U-41

As reaçbes de apoio, calculadas por superposição de efeitos, sáo 1 2 V, = 2 t (-) 10 X 2 +'(-)6 = 1 6 t 2 3

Daí vem:

Para determinar as equaçbes dos esforços simples atuantes no trecho CD, basta escolher uma seção gen6rica do trecho, referi-la por uma coordenada independente, e obtemos imediatamente:

7.8 - Obter os diagramas solicitantes para a viga Gerber da Fig. 11-44. -

Bmt

Observação: Cada um dos trechos AB, BC, CD, DE possui diferentes equaçbes paraM e Q, de imediata determinação, conforme mostrou este problema.

Fig. 11-44

7.7 - Calcular o valor a/l para que a viga da Fig. 11-42 tenha os menores momentos fletores possíveis.

Sendo a decomposição e as forças de transmissão as mdicadas na Fig. 1145, obtemos os diagramas a seguir.

Cursa de análise estrutural

Estudo das vigas isosiáticas

pondentes a cada um dos trechos FG, GH, Hi,como fazer diretamente o que se fez na Fig. n-45:conhecidos os valores dos momentos em F e I, desenhamos a linha de fechamento e, a partir dela, penduramos o diagrama de viga biapoiada para o carregamento do trecho FI (parábola cujo valor na seção mBdia = 12,s mt). Esta parábola deve, evidentemente, passar por valores nulos em G e H (r6tulas), o que B um bom teste para os momentos exiremos obtidos no trecho. b) Notar que, no trecho entre a carga de 4 t e a r6tula E, o diagrama de momentos fletores B uma mesma reta, pois VC = 0. c) Notar que os valores dos momentos fletores atuantes à esquerda e à direita da rótula E são iguais aos valores das cargas-momento aplicadas à esquerda e à direita de E. (Tal fato pode nos simplificar muito o trabalho em outros casos, conforme poderemos ver no problema 7.9.) d) A área do diagrama de esforços cortantes vale: SQ = 8 + 6 6 16 = 8 mt, valor da resultante das cargas-momento apli-

- -

cadas e da reação-momento no engaste. e) Suponhamos que, além do carregamento indicado, existisse uma carga horizontal H da esquerda para a direita aplicada em C. Tal carga seria absorvida pelo engaste I e a ele chegaria atravBs das rbtulas (notar que a rótula E a transfere para o trecho EFG, onde a rótula G a transfere para o trecho GH indo daí para o trecho HI, em que 6 absorvida). A iníiuhcia desta carga horizontal seria, então, a de adicionar à viga um d i a m a de esforços normais, no trecho CI, de compressão igual a H. 7.9 - Obter, sem calcular as reações de apoio, os diagramas de momentos fletores para as vigas da Fig. n-46.

Observações: a) Para a obtenção do diagrama de momentos fletores no trecho FI, tanto poderiamos, conhecendo os valores dos momentos fletores em F, G, H, I, traçar sua linha de fechamento e, a partir dela, pendurar as par6bolas corres-

A partir da observação c feita no problema anterior, obtemos os diagramas desejados, desenhados na Fig. 11-47:

Curso de anzílire estrutural

Esiudo dar vigas isoJtiiticna

A partir do diagrama de esforços cortantes dado, obtemos imediatamenfe o carregamento atuante e reaçóes de apoio, indicados na Fig. 11-49, O valor da reação-momento no engaste 6 dado pela área do diagrama de esforços cortantes, que vale: S Q = - 2 X 2 t 2 X 4 + ?1X 2 X 2 - 4 X 2 = - 2 m t (osentido6,pois,horário).

7.10 - A Fig. 11-48 representa o diagrama de esforços cortantes numa viga Gerber que possui uma rópla a ser determinada. Pede-se determinar a posição desta rótula, reconstituir o carregamento e traçar o diagrama de momentos fletores. OBS.: A viga não tem carga-momento aplicada.

As posiçóes possfveis para r6tula são aquelas em que a irea do diagrama de esforços cortantes se anula e são dadas por x , = 2 m ou x, = 7.59 m (indicamos uma posição em linha cheia e a outra em tracejado). O diagrama de momentos fletores esta traçado na Fig. 11-49,

Estudo das vigas iaartáticas

7.11 - Obter os diagramas solicitantes para a viga Gerber da Fig. 11-50, I

1 . 1 r

8.2 - Obter as equações dos esforços simples atuantes na viga da Fig. 11-52, (Sugere-se tentar fazer o carregamento recair numa superposição de carga uniforme com carga triangular.)

11,5m+l,5m+ , 5 m f

Pig. 11-50

Trata-se, evidentemente, de uma viga Gerber hipostática, sem estabilidade, pôis o trecho EFG é instável (viga biapoiada com rótula) e não há o que calcular, então.

OBS.: O objetivo deste problema foi chamar a atenção do leitor sobre o seguinte fato: suponhamos fosse feita uma anáIise da estaticidade da viga por via algdbrica. A quantidade de incógnitas a determinar d seis (três apoios do 1P gênero e um engaste).

8.3 - Idem para a viga da Fig. ii-53.

par. 2? grau

A quantidade de equaçbes disponiveis B seis (três equaçbes universais da Estática mais três equaç6es de momentos fletores nulos nas rótulas). A conclusão seria, então, que a viga é isostática, o que sabemos ser falso, por ser seu trecho EFG hipostático. (A interpretação do resultado algébrico é que a superposição do trecho uma vez hiperestático AE, com o trecho isostático GH e com o trecho hipostático EFG acarretou uma isosticidade aparente para o conjunto.)

por-esta razão que não apresentamos neste Curso fórmulas destinadas2 verificaçao da estaticidade de estruturas compostas pois elas sáo falíveis, sb sendo seus resultados confirmados quando fuermos a decomposição correta da estrutura, que dará a última palavra, e que é o que fazemos para todos os casos.

8.4 - Obter os diagramas solicitantes para a viga da Fig. 11-54. 1t l m

- PROBLEMAS PROPOSTOS Par.

grau

8.1 - Obter as equaçóes dosesforços simples atuantes na viga da Fig. 11-51.

8.5 - Determinar o valor da carga P que deve ser aplicada 2 viga da Fig. 11-55, para que ela fique submetida aos' menores momentos fletores rsíveis.

~ w d das o vigas isostáticas

Cuno de anhlise estrutural

101

8.9 - Idem para a viga da Fig. 11-59,

Fig. li-55

8.10 - Idem para a viga da Fig. 11-60.

8.6 - Idem para a viga da Fig. 11-56,

8.7

- Obter os diagramas soiicitantes para a viga da Pig. 11-57,

8.11 - Traçar os diagramas solicitantes para a barra homogênea ABC, de 130 kg de peso total, indicada na Fig. LI-61.

8.8 - Idem para a viga da FLg. II-58.

A;:: I +I

. 5 m + 3 m ~ 3 r r ; + 1 , 5 m + Pig. li-58

12.5mt

n I

8.12 - Calcula o menor valor de a para que a viga da Fig. 11-62 possua iomentos fletores tracionando, em todas as seções, as fibras superiores.

102

Curso de análise estrutural

8.13

Traçar os diagramas solicitantes para a viga da Fig. 11-63,

f+ A -

8.17

103

- Obter o diagrama de momentos fletores para a viga da Fig. 11-67.

tttlm

a -

Estudo das vigas isostáticas

-, \

. 6 4 m - + ~ m t 4 m ~ 2 m & 4 m ~ Fig. n á 3

8.14 - Idem para a viga da Fig. 11-64,

$-3rn+1

m&4m+-lm+ Pig. 11-64

8.15 - Sem cálculo pr6vio das reações de apoio, obter o diagrama de momentos fletores para a viga da Fig. 11-65.

& - a + b ~ - c 4 d ~ f - e + 2 m 1 Pig. 11-63

8.16 -Para a viga da Fig. U-66, obter os diagramas solicitantes.

8.18 - Calcularx para a viga da Fig. 11-68, de modo que ela fique submetida aos momentos fletores menores possíveis.

8.19 -Para a viga da Fig. 11-64, obter as equações dos momentos fle. tores atuantes em seus diversos trechos. 8.20 - A Fig. U-69 representa o DMF numa viga Gerber de simples apoios em A, E, C, um dos quais é do 2P gênero. Pede-se: a) reconstituir o carregamento e as reações de apoio; b) traçar o diagrama de esforços cortantes; c) calcular as posiçóes possíveis para a rótula.

Curso de análise estrutural

104

9 -

so~uçAoüOS

8.1

- M(*) =-Pp 3

8.5

- P = 2q1(2- 4), produzindo ~MmáuI= 0,086 q12

8.6

- P = ql (a-1 ,produzindo ) IMrnáx~= 0,086 qlz

PROBLEMAS PROPOSTOS

(&E3

+ E4)

pl ( 1 - 6 ~ ' + 4 e ~ ) ; Q(x) = -

citudo das vigas isostáticas

105

106

Curso de andlise estrutural

istudo dar vigas isostรกticas

107

Curso de anรกlise estrutural

8.18

rj.19 -

x = ( ( 3 2&), produzindo IMmรกxl= 0,086 qlz

M ( x ) = 3 - x 1 para x E [O ;41 ~ ( ~ ) = - 3+I&-x2 6

para x

[4;81

~ ( x=)- 108 + 2 l x - x 2 para x e i8 ;91

Estudo das vigas isostรกticas

111

Emido dos quadros irostáticos planos

Estamos diante de um problema novo, que faremos recair em problema já conhecido (resoluçXo de vigas biapoiadas), da maneira seguinte. p2

CAPITULO III

ESTUDO DOS QUADROS ISOSTÁTICOS PLANOS VI>

1 - QUADROS SIMPLES

111-2.1

Existem quatro tipos fundamentais de quadros isost8ticos planos, aos quais cliarnamos quadros simples, quando ocorrem isoladamente e que, associados entre si, da mesma forma com que associamos vigas simples para constituir as vigas Gerber, formam os assim chamados quadros compostos, que estudaremos no tópico n? 3 deste capítulo. Sao os seguintes os tipos estáticos de quadros simples isost3ticos.

1.1 - Quadro biapoiado Seja o quadro da Fig. 111-1. Para obtermos as reações de apoio H A ,

. /*<

Fig. 111-1

LIA

DI' dispomos das trEs equações universais da Estática no plano. Trata-se, pois, de estrutura isostática. Conhecidas as reações de apoio, passetnos à obtençáo dos diagramas solicitaiiies.

111-2.2

Fig. lil-2

Rompendo a quadro em seus nós intermediários B e C , podemos destacar umas das outras as barras que o constituem, desde que apliquemos nesses nós, em cada uma das barras, os esforços sunples neles atuantes, que manterão o equilibrio de d a barra AB, BC e CD, conforme indica a Fig. 111-2.1. Analisemos, agora, cada uma dessas barras. Seja, por exemplo a barra BC, indicada na Fig. 111-2.1 ,submetida ao carregamento em equilibrio constituído por HB, VB, M E , Pl, P3, Hc, VC, MC. Como estas cargas estáo em equilibrio, podemos encarar, por exemplo, Hg, VB e VC como sendo as forças que equilibram as demais cargas atuantes e a barra BC pode, então, ser considerada como uma viga biapoiada, submetida ao carregamento que lhe está diretamente apiicado, acrescido de cargas-monento em suas extremidades iguais aos momentos fletores atuantes nestas seções e de uma carga horizontal no apoio do i? gênero, igual ao esforço normal ztiiante nesta seção. A igual conclusão chegaríamos para as demais barras e o estudo do quadro recai, então, no estudo das três vigas biapoiadas AB, BC e CD com os carregamentos indicados na Fig. 111-2.2.

As conclusiies tiradas para este caso podem ser extrapoladas para lodos os demais e podemos, então, afirmar que, para se traçar o diagrama dos momentos fletores atuantes num quadro, basta marcar os momentos fletores atuantes em seus nós, iigMos por uma linha reta tracejada, a partir da qual penduramos os diagramas de viga biapoiada devidos aos carregamentos atuantes sobre cada uma das barras que constituem o quadro.

112

Curso de análise estrutural

Os diagramas são marcados, como no caso das vigas, perpendicularmente ao eixo de cada barra. A obtenção dos diagramas de esforços cortantes e esforços normais d imediata, a partir do conhecimento das reações de apoio.

Estudo dos quadros isostáticos planos

113

Para a barra DE, podemos obter o momento fletor atuante'em D a partir de sua defmição, isto 6, entrando com as forças atuantes num dos lados da sepão (por exemplo, entrando com as forças atuantes à esquerda, obtemos:

O exemplo 111.1 esclarece.

Ex. 111.1 - Obter os diagramas solicitantes para o quadro da Fig. 111-3.

tracionando as fibras superiores) ou podemos, o que é muito mais prático, no caso, obter seu valor a partir do equilibrio do nó D, conforme se segue. Rompendo todas as barras que concorrem no nó D e aplicando os mcimentos fletores nelas atuantes, eles têm que estar em equilibrio, pois a estmtura o está. Temos então, o esquema da Fig. 111-4, a partir do qual temos: hfDbDE = 100 mt (tracionando as fibras ãuperiores).

Fig. iil-3

Substituindo o carregamento distiibuído por sua resultante, indicada em pontilhado na Fig. 111-3, passemos à obtenção das reaçóes de apoio: Por

C Y = 0, temos: V , = 20 t.

Por

CMs=O, temos: 2 0 X 5 t 2 X 2 - 2 0 X 8 t 1 6 t 4 f ~ A = 0 .': -HA = IOt.

Por

0, temos: Hg = 12t.

Conhecidas as reações de apoio, estamos em condições de traçar os diagramas solicitantes,que começaremos pelo diagrama de momentos fletores. Os momentos fletores atuantes nos nós intermediários, valem: a) Nó D: - Para a barra AD: M B ~ A D= 10 X 8 + 4X 4 = 96 mt, tracionando as fibras da esquerda. = 2X 12 = 4 mt, tracionando - Para a barra CD: as fibras superiores.

- Para a barra

DE:

Nó E: da direita.

Para a barra EF: M P E F = 16 mt, tracionando as fibras

- Para a barra BE: cionando as fibras da direita.

12 X 4

+2X 2

= 52 mt, tra-

- Para a barra DE, temos, a partir do equilibrio do nó E, V-.,forme indica a Fig. 111-5: M F D E = 36 mt (tracionando as fibras superiores).

Estudo dos quadros isost6ticos planos

Curso de anailise estra~tural

114

Marcando os valores obtidos para os nós, temos definidas 2s linhas de fechamento, a partir das quais penduramos os diagramas de viga biapoiada, obtendo então, o diagrama final indicado na Fig. 111-6.1. 100

115

Observuçóes : a) OS diagramas de momentos fletores nas barras verticais poderiam, também, ser obtidos calculando seus valores nas seções de aplicação das cargas concentradas ( 4 t para a barra AD e 2 t para a barra BE), ligando-os a zero nos apoios e aos valores obtidos nos nós (96 mt para o nó D e 52 mt para o nó E). b) Para o traçado do diagrama de esforços cortantes. obedecemosis mesmas convenções de sinais adotadas no caso das vigas. c) A área do diagrama de esforços cortantes vale: SQ=-l0X4-14X4-4+16X4+14X2+12X2=+16mt,valor

da carga-momento aplicada (sentido anti-horário). d) No traçado do diagrama de esforços normais, é indiferente o iado para o qual marcamos os valores, interessando apenas o sinal (positivo se o esforço é de tração e negativo no caso de compressão). e) A fim de evitar confusão com as linhas que definem o eixo do quadro e com linhas auxiliares usadas para o traçado dos diagramas, podeae hachurar, se julgado Útil para maior clareza, a área compreendida entre o diagrama final e o eixo do quadro. f) Notar, no diagrama de momentos fletores, os pontos angulosos nos pontos de aplicação e nos sentidos das cargas concentradas aplicadas (iclusive as reaçóes de apoio).

1.2 - Quadro engastado e Livre Seja o quadro da Fi. 111-7. Suas três reaçóes de apoio H A , VA, M A são ùnediatamente obtidas empregando.se as três equações universais da Estática e, a partir dai, chegamos, sem maiores problemas, a seus diagramas solieitantes, conforme ilustra o exemplo 111.2. 4

ri i Dr-E

Fig. 111-6 A obtenqáo dos diagramas de esforços cortantes e de esforços normais 6 imediata, a partir do carregamento e das reações de apoio indicadas na Fig.111-3, chegando-se aos valores indicados nas Figi. 111-6.2 e 111-6.3, respectivamente.

116

Estudo dos quadros ilat8tix.s

Curso de análise estrutural

E*. 111.2 - Obter os diagramas solicitantes para o quadro da Fig. 111-8. eaçóes de apoio valem:

= U

Por

ZM*=O

.................... H ~ = i t .................... VA = 8 t .................... M ~ + 3 X : ! t l X 2 = 1 X 1 + 4 X 2 .: .: MA = l m t

Mana

317

1.3 - Quadro triarticulado 'seja o quadro triarticulado (articulações em A, G e g) da $ig. 1i1-10. Para determinar suas 4 reaçbes de apoio (HA, V*. HB e VB), dispomos das três equaçOes universais da Estática no plano e, por haver uma rótula em G (o que indica que em G $6 há transmissão de forças, não havendo +ransmissão de momentos), temos uma quarta equaçao indicando que o momento fletor em G deve ser nulo. Obtidas as reações de apoio, o problema está resolvido, levando-se em conta o que jd estudamos nos itens anteriores.

Os diagramas solicitantes são os indicados na Fíg. 111-9. I

ObsewaçrM: Caso os dois apoios do 20 gênero e a rótula intermediária estejam aliiados, a estrutura será hipostatica, seMo vejamos. Seja o quadro da Fig. 111-11. Para que tenhamos satisfeita a condição do momento fletor ser nulo em G, as reações de apoio HA e VA em A e HB e VB em R devem ter suas resultantes R* e RB segundo a direçso da reta AR, conforme esquematizado na figura.

Fi.111-9 Observaç5es: a) Não indicamos cálculo auxiliar algum, pois todos os valores necessários ao traçado dos diagramas podem ser obtidos de cabeça, no caso. 6) A área do diagrama de esforços cortantes vale, no caso, 1 mt, valor da reação-momento no engaste (sentido anti-horário).

Curso de análise estrutural

118

Estudo dos quadros isostáticos plana

Calculemos a soma das projeções de todas as forças na direçáo perpendicular ê reta AB: ela valerá X Y = -P coso (e náo zero, como deveria valer, caso. houvesse o equilibrio). Coilcluhos entào que, nestas circunstãncias, o equilhrio 6 impossivel e estamos, por conseguinte, diante de uma estrutura hipostática.

Podemos afirmar, pois, que um quadro tnarticulado é uma estmtura isost4tica. desde que suas 3 rótulas não estejam alinhadas.

- nó

F: " M

M"~'

119

2 X 2 = 4 mt. tracionando as fibras externas:

-4X

2 = 10mt. tracionando as fibrasexternas;

M "

"F = 14 mt, tracionando as fibras externas, obtido a partir dos valores anteriores, por equilibrio do nó E, conforme mostra a F1g. 111-13;

Ex. 111.3 -- Obter os diagramas solicitantes para o quadro da Fig. 111-12:

I" ' 'i" i

nó E

:MiarraDE = 8 mt, tracionando as fibras superiores; ME^^^ = 3 X 3 = 9 nit, tracionando as fibras externas; ~

, = I mt,b tracionando ~ as fibras ~ externas. ~ obtido a oartir dos valores anteriores, por equilibrio do nó E, conforme mo'stra a Fig. 111-14.

Fig. 111-12

As reações de apoio são dadas por ZMB=O

8VA = ? X 6 + 8 X l X 4 + 4 X 2 - ? X 2

XY = O

V ~ = 2 + 2 + 4 + S X - iV A = IOt.

HA = 3 t .

=6t.

M c = 0, pelas forças da esquerda: 6X4+6-6HA-2X2-4XIX2=0

ZX = O

Hg=3t.

Passemos $ obtenção d a diagrama de momentos fletores. Os momentos fletores atuantes nos nós do quadro valem:

- nó

C: Mc = 3 X 3 = 9 m t , tracionando as fibras externas;

MEYi = M? = 6 mt, valor das cargas-momento aplicadas, tracionando as fibras externas; (observação: Em C temos, evidentemente M C = 0; o diagrama sofre descontinuidades de 6 mt à esquerda e à direita da rótula); - nó G :

Marcando os valores obtidos para os nós, temos definidas as linhas de fechamento, a partir das quais penduramos os diagramas de viga biapoiada obtendo, então, o diagrama indicado na Fig. 111-15.1. As cotas bdsicas para o traçado dos diagramas de esforços cortantes e de esforços nomais podem ser obtidas de cabeça, a não ser no trecho inciinado CG, onde valem:

120

Curso de analise emutural

~ ~ ~ ~ ~ = 6 c o s a - 3 s e n a = 6 X 0 , 8 - 3 X 0 , 6 = 3 i

: = -6~ sen u -~ 3 cos ~u = -6 t

N QJP'

4cosu

- 3sena

= 1,4t

eJd"= 1,4 - 2 cosa = -0,2 t NJ" = -4 sen a

N? Qc N"

- 3 cosa

-4,s t

-4,8 + 2 sen a = -3,6 t = -3senu = -1,St =

-3cosu = -2,4t

Os diagramas estão desenhados, a partir desses valores, nas Figs. 111-15.2 e 111-15.3.

-do

dos quadros isostáticos planos

121

Observaq5es:

a) Notar como a escolha adequada das equações de equilibrio, bem como de sua ordem de emprego facilitou o trabalho algébrico de obtenção das reações de apolo. Em qualquer outrò caso, o leitor deve guardar esta iddia em mente, pois esta escolha adequada tornará a resolução da estrutura muito menos trabalhosa e, consequentemente, muito menos passível de erros numéricos. b) O diagrama de momentos fletores de viga biapoiada a ser superposto i linha de fechamento na barra CG, em vista às conclusões tiradas no item do Cap. 11, tem seu valor, em J , igual a q12 18 + Pabl I = 1 X 4'18 + + 2 X 2 X 214 = 4 mt. Este valor será marcado evidentemente na perpendiilar à barra CG, a partir da linha de fechamento.

1.4 - Quadro biapoiado, com articula@io e t i i t e (ou escora) Seja o quadro da Fig. UI-16.1, biapoiado em A e E , com uma r6tula em G e com uma barra CD descarregada, roiulada em suas extremidades.

Se a barra CD 6 descarregada e rotulada nas extremidades, ela tem, em todas as suas seções, M = Q = 0, podendo estar submetida, apenas, a um esforço normal constante (no caso de ser de traçáo, a barra será denominada tirante e, no caso de ser de compressão, será dita uma escora). Nada se alterará, entZo, sob o ponto de vista estático, se rompermos a barra CD, substituindo-a por um par de esforços normais N, de sentidos opostos e aplicados no quadro ACDB em cada uma das extremidades C e D da barra CD,conforme indica a Fig. 111-16.2.

122

Curso de análise estrutural

Para resolver a estrutura precisaremos, por conseguinte, conhecer os valores das reações de apoio VA, HA e VB e do par de forças N, num total de quatro incógnitas. Sendo igual o numero de equações de que dispomos (três equações universais da Estática e mais a equação de momento fletor nulo na rótula), trata-se de uma estrutura isostática. Obtidas as reações de apoio e o valor de N, o traçado dos diagramas solicitantes será unediato, a partir do que estudamos nos tópicos anteriores deste capitulo. O exemplo 111.4 esclarecerá. Obseri3apio: Dependendo da posição relativa dos vínculos, o quadro biapoiado, com articulação e tirante, pode se tomar hipostático, conforme é o caso da estrutura da Fig. 111-17, incapaz de absorver forças horizontais atuantes no trecho GB bois acarretariam o aparecimento de momentos fletores na rótula, o que é impossível). Deve-se fazer, pois, neste sentido, uma análise de cada caso.

Estudo dos quadros isonáticos planos

123

Temos, para obtençáo das reaçdes de apoio e do esforço normal atuante na barra CD, o esquema da Fig. 111-19, a partir do qual obtemos:

......................... HA

Por

~ M B = O.......................

Por

= O

= O ......................... = 0,

4v.4 = 2 X 4 X 2 .'. v A = 4 t Vg=8-vA=4t

pelas forças da direita: 2 N - 4 = O

= 2t

Conhecidos estes valores, obtemos, sem maiores problemas, os diagramas solicitantes traçados na Fig. 111-20.

Fig. 111-20

2 - QUADROS COM BARRAS CURVAS \ W Ex. 111.4

Fig. 111-17

Obter os diagramas soticitantes para o quadro da Fig. UI-18.

Fig. 111-18

Fig. 111-19

Os tipos de quadros simples estudados no tópico anterior podem aparecer, evidentemente, com barras curvas ao invés de barras retas, conforme o caso, por exemplo, da Fig. UI-21.

Nenhuma alteraçao quanto à forma de tratamento sofrerá, entretanto, o problema, conforme esclarecem os exemplos a seguir.

studo dos quadros isost6tim planos

195

Fig. iii-22

Ex. In.5 - Obter os diagramas solicitantes para o quadro da Fig. 111-22. Por simetria, as reações verticais em A e B são iguais aP/2 e temos, então, numa seção genérica S, definida pelo ângulo 8, os seguintes esforços simples:

Qs = Va sen e =

J-

sen O n

E \I2;,:--gy jie

Y8.

Estas equações são válidas, apenas, para seções no trecho AC, pois em C surge uma carga concentrada que modificaria estadexpressões para O > n12. Devido à simetria existente, não precisamos, entretanto, instituir as equações para o trecho CB, obtendo então os diagramas indicados na Fig. 111-23, todos eles marcados perpendicularmente ao eixo da barra (estes diagramas são traçados, evidentemente, por pontos).

Observação importante: notar que para este exemplo, em que temos uma estrutura plana simétrica, com carregamento simétrico (pois HA = 01, os diagramas de momentos fletores e esforços normais são sim6tncos e o de esforços cortantes é anti-simétrico (duas seç6es simétricas em relação a0 eixo dc simetria da estrutura têm cortantes de mesmo módulo, com sinais >postos). Esta é uma conclusâo dlida para qualquer estrutura plana simétrica com arregamento simétrico.

-2

Fig. 111-23

Ex. 111.6 Para a estrutura da Fig. 111-22, desenhar o diagrama de momentos tletores a partir de uma reta horizontal.

Curro de análise estrutural

126

Marcando os valores dosmomentos fletores a partir de uma reta horizontal, o diagrama seri retilíneo, conforme indica a Fig. 111-24, pois os momentos fletores crescem linearmente segundo o valor .de AM = R (1 - cos 0 ) . Daí a idéia, no caso, de desenhar o diagrama a partir de uma reta horizontal e não a partir do eixo curvo da barra. Tal idéia 6 válida, pois existe uma correspondência biunívoca entre sepo da barra e cota do diagrama de momentos fletores, marcado a partir de uma reta horizontal.

Estudo dos quadros isostátiws planos

127

Desenhando o diagrama a partir da reta horizontal AB, levando-se em conta que o momento atuante numa seção gentrica vale 1 X y = y , tracionando as fibras superiores, ele seri delimitado pelo próprio eixo da barra, conforme indica a Fig. 111-26. (Notar que, como os momentos fletores tracionam as fibras superiores, seus valores sáo marcados para cima da reta AB.)

Fig 111-26

Ex. Iii.8 - Trapr o diagrama de momentos fletores para a estrutura da Fig. 111-27.

Pig. 111-24

No caso das barras curvas podemos, entáo, traçar diagramas a partir de uma Linha reta auxiliar, e 15 interessante faz&-loquando tal procedimento simplificar o seu traçado. Os próximos exemplos completaráo o esclarecimento do assunto. Ex. 111.7 - Desenhar o diagrama de momentos fletores para a estmtura da Fig. 111-25.

As reaçóes de apoio valem:

Fig. 111-25

Por

'ZX

Por

XMg = O

Por

= O

.................... HA = 2 t; .................... V* = 4 t; .................... V' = 8 t, conforme

indica a Fig. 111-27.

128

Cuno de análise estrutural

A obtenção dos diagramas nasbarras ACe BD 6 imediata; concentremo-nos na barra CD,para a qual desenharemos o diagrama a partir da reta horizontal CD,pelas razoes que transpareceráo a seguir.

Para estudar a bana CD isoladamente, rompamos a estrutura em C e em D, aplicando nestas seções seus esforços simples, a frn de preservar seu equilibrio. (Isto equivale a transferir para C as cargas aplicadas no trecho AC e, para D ,as cargas aplicadas no trecho BD.)

Estudo dor quadros ironbtiuis planos

129

Para o caso indicado na Fig. 111-28.3, correspondente à influencia apenas horizontais, o momento íietor atuante numa qçáo gengrica vale, ifoqne indica esta figura, Sy, tracionando as fibras supeiores; desenhando iiagrama a partir da reta CD,ele será, então, da mesma lei matemática : o eixo da barra (pois o momento é proporcional a y), sendo, pois, a dbola do 2? grau indicada na Fig. 111-29.2.

' ~cargas ;

$L*-$,",

Temos, entao, o esquema da Fig. 111-28.1, que pode ser decomposto na superposiçáo dos casos indicados na Fig. 111-28.2 (só cargas verticais e momentos) e na Fig. 111-283 (só cargas horizontais).

O diagrama fmal, para a barra curva CD,desenhado a partir da reta CD é, então, o indicado na Fig. 111-293 e o diagrama de momentos fietores

no quadro 6 o da Fig. 11130.

Para o caso indicado na Fi. 111-28.2, correspondente à influência apenas das cargas verticais e momentos, a barra curva se comporta como se fosse uma viga reta CD,pois, para se obter os momentos atuantes numa seçáo gen6rica S. s6 interessam as distâncias horizontais. Marcando então 0s momentos, a partir da reta CD, o diagrama para o caso esta indicado na Fig. 111-29.1.

130

1) Aconselhamos seja sempre usadn, para as barras curvas, o mdtodo de análise empregado neste último exemplo, por ser a forma mais simples de resolvê-las. 2) Resumindo o que vimos neste exemplo, para o traçado do diagrama de momentos fletores na barra curva CD, a partir da reta horizontal CD, marcamos sua linha de fechamento e, a partir dela, penduramos a soma do diagrama de viga biapoiada com o diagrama devido apenas às forças horizontais, conforme indica a Fig. IIMO.

Estudo dor quadros iwsthticw planos

Curso de an6lise estrutural

131

E fhcil ver, então, que o quadro composto está para o quadro simples da mesma fonna que a viga Cerber est4 para as vigas simples. A resoluçíio de um quadro composto não apresenta, então, mistério algum, bastando resolver inicialmente os quadros sem estabilidade própria (no caso, o triarticulado DEFGH) para as cargas que a t u m sobre eles e, a seguir, os quadros dotados de estabilidade própria (e que, por isto, dão a estabilidade ao conjunto) para as cargas que a t u m diretamente sobre eles, acrescidas das forças transmitidas pelas rótulas. Pata o caso da Fig. 111-31, teríamos que resolver, então, os tr&squadros imples indicados na Fig. IIM2, para os carregamentos indicados.

- QUADROS COMPOSTOS

3.1

- Introdução

Seja o quadro da Fig. 111-3 1. Analisemos o trecho DEFGH:trata-se de um triarticulado, sem estabilidade própria, pois as rótulas D e H são capazes apenas de transmitir forças às estmturas que as suportam. Sua estabilidade fica, entao, condicionada à capacidade ou não que tenham os quadros ACDB e JHIK de absonier estas forças. p3

I Sendo estes dois últimos quadros estruturas isostáticas (quadros biapoiados) dotados de estabilidade própria, eles sáo capazes de absorver as forças transmitidas pelas rótulas D e H, acrescidas das forças que a t u m diretamente sobre eles, sendo o corjunto, então, uma estrutura isostitica composta por dois quadros biapoiados, dotados de estabilidade própria, que suportam um triarticulado, dando a ele, pois, estabilidade. A este conjunto, formado pela associação de quadros simples, chamamos quadro composto.

I I

Para resolver um quadro composto devemos, enfio, decomp&lo nos quadros simples que o constituem, resolvendo, inicialmente, aqueles sem estabilidade própria, e, após, os dotados de estabilidade própria, para o carregamento diretamente atuante sobre eles, acrescido, pata estes últimos, das forps transmitidas pelas rótulas. O problema recai, pois, na resolução de quadros simples, já-estudada em tópico anterior. A única novidade será, então, a decomposição do quadro composto nos quadros simples que o constituem, de que trataremos a seguir.

3.2

- Exemplos

de decomposição

Para decompor um quadro composto, devemos procurar, iniciaimente, os quadros simples dotados de estabilidade própria que o constituem e, sobre

Cuno de análise estmtuial

132

eles, atravds das rótulas, apoiamos, a seguir, os quadros simples seni estabilidade própria.

Estudo dm quadros iwstátims planos

133

Sendo AGFE um quadro biapoiado, dotado de estabilidade própiia, o esquema de decomposição 6 o da Fig. 111-36.

Os exemplos a seguir esclarecerão. a)

G A

i z j F I

Fig. 111-36

Fig. 111-33

Os quadros dotados de estabilidade própria são: o quadro engastado e livre AB e o quadro triarticulado EFGH A partir dai, temos a decomposiçáo indicada na Fig. 11134. Os números indicam a ordem de resolução e as setas em pontdhado a transmissão de carga.

ObservaçZo inicial: Seja o quadro da Fig. 111-38.1.

nl-38.1

111-38.2 Fig. 111-35

Fig. 111-35

Para ele, identificamos, unediatamente, os quadros engastados e livres AB e FI e o quadro triarticulado GDH, dotados de estabilidade própria, e sua decomposição é, então, a indicada na Fig. 11138.2. Nào C usual, entretanto, representar, para o quadro da Fig. 111-38.1, O nó D da forma pela qual foi representado; prefere-se, para este fun, indicá-lo como na Fig. 11137, o que

Curso de anhlise estrutural

134

Estudo d w quadros isostátims planos

135

é lícito fazer sem qu? haja nenhuma mudança em seu funcionamento, pois,

tanto num caso com0 no outro, não há transmissão de momentos fletores de uma barra para a outra, bem como nos dois casos as diversas banas concorrendo no nó podem girar independentemente uma da outra. O quadro da Fig. 11137 é, então, i.4Entico ao da Fig. 111-38.1 e aprimeira forma de representação será, sempre, a adotada. Sua d e m p o s i ç á o 6 a da Fig. 111-38.2. E fácil,poís, notar que, quando temos - conforme foi o caso do exemplo quatro barras rotuladas num nó, a estrutura se comporta como tendo, neste nó, três rótulas distintas (duas barras, cada uma delzs rotulada em relação às duas outras, rotuladas estas entre si e indivisiveis, por fazerem parte de um quadro simples, que constituem o quadro composto). Generalizando, quando temos n barras rotuladas num nó, a estrutura se comporta como tendo, neste nó, (n 1) rótulas distintas.

Pig. 1 - 4 1

3.3

Exemplos de solução

Ex. IILIO - Traçar os diagramas solicitantes para o quadro da Fig. 111-42.

Ex. Di.9 - Decompor os quadros das Figs. 11139.1, fn-40.1 e 111-41 . l , numeiando a ordem de resolução dos quadros componentese indicando com setas as transmissões de cargas. A partir dos comentdrios anteriores, temos imediatamente as dewmposiçaes indicadas nas Figs. 11139.2, 111-40.2 e 111-41.2.

Fig. I1142

A decomposição, a ordem de resoluçZo, ss forps de transmissão e as reações de apoio são as indicadas na Fig. 111-43. /\,

Fig. 11143

Curso de analise estrutural

136

Estudo dos quadros isost8ticos planos

Observaçüu: As reações de apoio e as forças de transmissão para o quadro 1 foram obtidas por superposição de efeitos (carga distribuída e carga concentrada), conforme indicado na Fig. 111-43.1. Para o quadro 2, é mais prático obter as reaçõos de apoio empregando, diretamente, as equaçoes de equilibrio, devido à maior qdaiitidade de carregamentos atuantes, C temos: Por

Z M c = O ........... R V D + ~ X ~ - ~ , ~ S X ~ - IZX X 4 =~0 :-. ~ X

Por

.: VD = 6,5 t Z Y = O ........... V c = 3 . 2 5 t Z + X X 1 - 6 , s = 6 , 7 5 t

Poi Por

137

Ex. 111.11 - Traçar os diagramas de momentos fletor~se de csforços normais para o quadro da Fig. 111-45.

M c = 0, CX

calculadci pelas forças da esquerda: HD = O = O ........... Hc = 3 t

Podemos passar, então, imediatamente ao traçado dos diagramas solicitantes, feito na Fig. 111-44.

2 r n - 7 J L - 2 r n A ~ r n - 4

Fig. 111-45

A decomposição, a ordem de resolução, as forras de transmisso e as reações de apoio S o as indicadas na Fig. 111-46.

vn-2,

v,,-21

Fig. 111-46

1 @ i.",i, I Fig. 111-44

Observa~ãu: As Rações de apoio e forças de transmissão, no caso deste exemplo, podem ser, todas elas, obtidas de cabeça, mediante o emprego, em ordem adequada, das equações de equilibrio, para cada um dos quadros simples componentes. Foi o que fizemos, sugermdo ao leitor fazer o mesmo.

A partir da Fig. 111-46, temos imediatamente os diagramas pedidos, traçados na Fig. 111-47.

138

Curso de analise estrutural

Esíudo dos quadros irostáticos planos

139

A partir destes valores e das conclusões tiradas para barras curvas, no emplo 111.8, temos o diagrama de momentos fletores traçado na Fig. 111-50.

iam ",,I

Fig. 11147

Ex. Iii.12 - Desenhar o diagrama de momentos fletores para a estrutura da Fig. 111-48, sendo que, para os trechos curvos, que são parábolas do 20 grau, fazê-lo a partir das retas horizontais de substituição. Fig. 111.50

Ex. 111.13 - Obter os diagramas de momentos fletores para os qiuadrol das Figs. 111-51.1, 111-51.2 e 111-513, submetidos aos carregamentos autoequilibrados indicados:

Fig. 11148

A decomposiqão, a ordem de resolução, as forças de transmissão e as reações de apoio, obtidas de cabeça mediante o emprego da superposição de efeitos, são as indicadas na Fig. 111-49.

Estando todas as estruturas isostáticas dadas submetidas a carregamentos auto-equilibrados, não são necessárias outras forças para equilibrar o canegamento atuante (não há, pois, reaçi5es de apoio) e podemos passar imzdiatamente ao traçado dos diagramas solicitantes. Obs. : Por serem nulas as reações de apoio, estes apoios não foram sequer indicados para as estruturas da Fig. 111-51. Onde quer que estivessem, não teriam influência alguma para os carregamentos autoequilibrados indicados. Os diagramas de momentos fletores estão traçados nas Figs. 111-52.1, 111-52.2 e 111-523.

Curso d e análise estrutural

140

Estudo dos quadros isostáticos planos

141

O estudo dos arcos triarticulados para carregamentos atuantes ern todas as direçóes não possui tal simplificação e se fará obedecendo aos priiicipios gerais de Esiática, já estudados, sendo seus diagramas solicitantes obtidos por pontos.

4.1 -Estudo dos arcos hiarticulados para carregamento vertical em funçán da viga de substituição Seja o triarticulaio da Fig. 111-53.1, submetido ao carregamento vertical indicado, para o qual desejamos determinar as reações de apoio e os esforços simples atuantes. Sendo A e i7 apoios do 2P gênero, existirão neles reaçóes R* e R8 que podemos decompor em duas direçóes quaisquer para fins de facilitar o seu cálculo (usualmente decompomos nas direçóes horizontal e vertical, mas, no caso, preferimos, a direção vertical e a direção AB, pelas razões que ficarão claras no decorrrr do desenvolvimento), conforme indica a Fig. 111-53.2.

Fig. 111-52

4 - ESTUDO DOS ARCOS TRIARTICULAWS O estudo dos arcos triarticulados para carregamento vertical pode ser feito recair inteiramente no estudo de uma viga biapoiada, conforme veremos a seguir.

Curso de análise estrutural

142

Calculemos estas componentes: Por I:X = 0. temos que as reações em A e B na direção AB devem ser iguais coiiforme iiidica a Fig 111-53.1. Por ZM,q = 0,obtemos V4, igualando seu momento em relação a B à soma dos momentos em relação a B de todas as cargas verticais aplicadas no triarticulado. C fácil ver que esta 5 a mesma equação que nos dá a reação vertical V,, da viga biapoiada ab da Fig. 111-53.2, de mesmo váo que o triarticulado e submetida ao mesmo carregamento, à qual cliamamos de viga de substituição. Podemos escrever, cntão, que VA = V, (reação vertical iio triarticulado é igual à reação vertical na viga de substituição). Aiialogamente, empregando a equação Z M A = O (ou, também, C Y =O), tenios que VB = V b . As reações H', na direçáo AB são obtidas da condição de momento fletor iiulo na rótula G . que nos fornece, empregando as forças da esquerda, por exemplo,

VA I,

C I=

Pi(li-xi)-HYcosa=O

O ternio VA I I - Z Pi (I, - x i ) pode ser imediatamente identificado como o momento fletor Mg que atua na viga de substituiçáoab da Fig. 111-53.2 na seção g. projeção da rbtula G do triarticulado, e temos então que

Estudo dos quadros isostáticos planos

MS = V A x

2i P:(x

- xi)

- H>

cos a

,=I

Qs = (Va -

Pi) cos q

- H'sen

(q a )

i=l i

Ns =

- (VA -

Pi) sen p - H'cos

(ip

- a)

i ='I Sendo os termos

identificáveis coino, respectivamente, o momento fletor M, e o esforço cortante Q, atuantes, na seçáo s da viga de substituição, o cálculo dos esforqos simples atuantes numa seção S de uin triarticulado AGE recai no cálculo de sua viga de substituição ab e eles são dados pelas expressões seguintes: M s = M,- H > cos a

- H'sen - a) N s = - Qssei1 - H' cos (q - a) Q s = Q, cos q

(ip

O cálculo das reações de apoio do triarticulado AGB recaiu, pois, no cálculo da viga de substituição ab e elas são fornecidas pelas expressões a seguir: VA = V ,

(111. I)

l'~

(111.2)

H' =

Ms f cos a

Nestas expressões, os índices minúsculos referem-se sempre à viga de substituição e os maiúsculos ao triarticulado. Conhecidas as reaqões de apoio, passemos ao cálculo dos esforços simples atuantes no triarticulado. Escolliendo uma seção genérica S, definida pela abscissa horizontal x , medida a partir do apoio da esquerda, e por uma abscissa vertical y , medida a partir da lui1m de fichainento AB, temos

As expressões (IILI) a (111.6) resolvem, então, o problema, fazendo-o recair no cálculo de uma viga biapoiada de substituição.

Observação: As expressões instituídas permanecem todas válidas se ocorrerem também cargas verticais distribuídas. 4.2 - Definição e determinaçáo da linha de pressões Suponhamos O segutnte problema: seja determinar qual a forma de um triarticulado AGB tal que, para um dado carregamento, todas as suas se<;ões tenham momento fletor nulo, isto é, adotando-se a notação empregada em 4.1, obter y para cada seção S, a fim de que nela tenhamos MS = 0. seiido dados l , , 11, f. a. Igualando a expressão (111.4) a zero, vem imediatamente:

Ms = H'cos a

(111.7), expressão que resolve o problema.

E m d o dos quadros isostátims planos

Curso de anAlise estrutural

144

Cdleulenios os demais esforços solicitantes para esta configuração do triarticulado definida por (111.7). Derivando a expressão (111.7) em relação a x, temos:

que se transforma, levando-se em conta que

y = Y - y * , conforme indica a Fig. 111-54 em:

Fig. 111-55

Ainda, da Fig. 111-55 obtemos a inclinação da tangente ao eixo do tnarticulado na seção S dada por: t8 v =

- H'sen

- a) O,

isto é, se temos MS = O teremos xambém Qs = O.

Valendo estas somas, respectivamente, (QS+ H'sen a ) e (H'cosrr), conforme indica a Fig. 111-55, temos: t ff'sen a)'

+ ( ~ ' c o sa)=

Q, t H'sen a

O ún~coesforço atuante, então, será o esforço normal Ns, igual, levando-se em conta que QS = 0, à resultante de todas as forças atuantes de um dos lados da seção, sendo, portanto, igual à composição vetorial da soma das projeçiies verticais de todas as forças atuantes de um dos lados da seção com a soma das projeçóes hori7ontais das mesinas forças.

I N i =~ J(Q,

H'cos

Quando um triarticulado AGB, para um dado carregamento, esta submetido apenas a esforços normais, dizemos que sua forma d a da linha de pressóes deste carregamento, que 6 definida, conforme já vimos por:

Introduzindo este valor em (111.5), obtemos:

Qs = H'cos a(tg 9 - tg a ) cos p

Qs + H'sen a

(111.8)

A natureza do esforço normal 6 obtida, também, da Fig. 111-55, sendo, no caso, de compressüo.

tg 9 =

H'cos a

sendo H' = ME f cos a

Os esforços normais atuantes valem, em cada seção:

i Ns i = J(Q, + H'sen a)' + (H'cos a)2

(111 8)

Observações: a) No caso da reta AB, que une as rbtulas extremas, ser horizontal (isto é, a = O), as expressões anteriores se simplificam para:

Curso de análise estrutural

Estudo dos quadros irostátiws planos

b) Para os triarticulados com a coiicavidade voltada para baixo (em que a rótula G está acima da reta AB) e o carregamento 6 de cima para baixo (caso , usual), os esforços norniais são sempre de conipressão c) Os esforços normais será0 de tração, quando a estrutura se deseiivolver para baixo da reta AB. coin carregamento de cima para baixo. kste é o caso dos cabos. que serão estudados com detalhes no Vol 111 deste Curso. d) A linha de pressões é, evidentemente, a forina ideal para um triarticulado, pois que correspoiide H sua forma mais econômica de trabailio estmtural. e) A liiiha de pressões para carregamento uniforme é, segundo (111.1 1). uma parábola do 2P grau.

f) Não podemos deixar de fazer menqão à notável intuição estática dos construtores da Antiguidade Clássica, que venceram os grandes vão? com arcos e abóbadas de alvenarias de pedra, evitando, desta forma, os momentos fletores que originariam tensões de tração impossíveis de serem resistidas por aquelas alvenarias, tudo isto desconliecendo os principias básicos da Estática. g) Muito embora os arcos triarticulados ocorram frequentemente na prática, mais utilizados ainda são os arcos biengastados (hiperestáticos). para os quais também constitui poiito de partida a determinação da linha de pressões do carregamento atuante.

Ex. ii1.14- Deseja-se construir uma estrutura cujo eixo coincida com a linha de pressões do carregamento indicado na Fig. 111-56. Pede-se: a) esboçar esta Iiiilia de pressões; b) calcular os esforços normais miximo e minimo atuantes; c) calcular a inclinação da tangente ao eixo da estrutura na seção de absçissa x = 2,s m.

Sendo a viga de 'substituiçáo e seus diagramas solicitantes os indicados Fig. 111-57, temos:

iia

Estudo dos quadros i s o s t i t i a s planos

a) linha de pressões:

149

c) esforço normal em G ; d) inclinação da linha de pressões no trecho AG; e) esforço normal mínimo.

e, conforme a expressão (111.11) obtemos:

Ms -

M,, enpressão esta que define a linha de pressões esboçada na 15 Fig. 111-58, cujos trechos AG e GB, coiicordantes em G , são, respectivainente, parábolas do 2P e do 3P grzus;

Y =--H'

par. 2.O grau

-C~m--I--2rn+2m+2mL Fig. 111-59

Sendo a viga de substituição e seus diagramas solicitantes os indicados na Fig. 111-60, temos:

Fig. iií-58

b) sendo os esforços normais dados pela expressão INSI = d w (II1.13), eles serão máximos quando l Q, l for máximo e mínimos quando IQ,I for mínimo, já que H' é 2onstante; com isto temos que:

N,& =

= 25 t de compressão, ocorrendo em A,

= H' = 15 t de compressão, ocorrendo na seção comx = 10, conforme indica a Fig. 111-57;

N,,h

c) a inclinação da tangente B dada, conforme a expressão III-12 por:

Ex. iü.15 - Para o triarticulado AGB da Fig. IU-59, que deve trabalhar seguindo a linha de pressões para o carregamento indicado e de tal sorte que o esforço normal máximo valha 20 t (compressão), calcular o valor de f. Para esse valor calculado de f,pede-se também: a) aspecto dalinha de pressões; b) equações da linha de pressões em todos os trechos, referidas aos eixos x ey;

-12,

Fig. Iii-60

-121

150

Curta de analise estrutural

Estudo dos quadros isott5ticos planos

a) Determiiiação da linha de press5es. Como sabemos que

IN,& I =

\cemh t H"

, temos: 20 =

151

e) O esforço normal mínimo, correspondendo ao esforço cortante mínimo na viga de substituição, ocorrerá no trecho CD e 6 dado por = 16,l t de compressão. N,,,(,, =

H' = 16 t.

Com isto, vem:

I A linha de pressões ser6 dada por: y =-eMs estk esboçada na Fig. 111-61. 16 Seu aspecto é, .evidentemente, o do diagrama de momentos iietores na viga de substituição, devidamente invertido e dividido por 16 t (valor de H').

5. SISTEMASCUINDASTE As estruturas representadas nas Figs. 111-62.1 a 111-62.3 receberam de diversos autores norte-americanos a denominação de sistemas-gutndaste, que vamos manter neste Curso.

Tratam-se de estruturas formadas pela associação de barras através de pinos capazes de transmitir forças (horizontais e verticais) de uma para a outra.

Fig. 1114 1

b) As equaç6es cartesianas de y são obtidas, imediatamente, a partir de y = - Ms esão:

16 para o trecho AC: 1 1,5x2 1 Y =(âx --) = -(8x 16 2 16 para o trecho CD: 1 1 = -[8x - 6(x - 2)) = -(x 16 8

- 0,75r2)para x

+ 6),

[O, 41

para x c [4, 61

para o trecho DB: 1

Y = - X 12(8 - x), para x c 16, 81 16 c) O esforço normal em G B dado por

* H ' ?

= 16,8 t, de compressão

d) A inclinação da linha de pressóes no trecho AG C dada por: t g v = Qa.g - 8 - 1,5x , expressão esta tamb6m válida para o trecho GC. H' 16

Fig. 1 1 1 4 2

Curso de análise estrutural

152

Emido dor quadroa isu$táticor planos

153

Para sua resolução, desmembraremos o sistema-guindaste nas diversas barras que o compõem e estudaremos o equilibrio de cada uma delas, submetidas ao seu próprio carregamento e, evidentemente, as forças transmitidas pelos prnos, conforme ilustra o caso da Fig. 111-63.1.

nI-63.1

11143.2 Fi. 11143

Decompondo o sistema-guindaste nas barras que o constituem, temas o esquema da Fig. 111-65.

Desmembrando o sistema-guindaste nas três barras @ , @ e @ que O compem, temos, para sua resolução. o esquema estático indicado na Fig. 111-63.2, em que HB, VB. HC, VC. HD e VD são as forças (incbgnitas) transmitidas pelos pinos B, C, D e VA, HA e M A as três reações de apoio do conjunt~,num total de nove incbgnitas a detemunar. Como a análise do equilíbrio de cada barra nos fornece três equações da Estitica teremos, para as três barras, um total de 9 equaçaes, que determinarão as 9 uicógnitas, resolvendo, então, a estrutura. f4cil constatar-se, agora, que os sistemas-guindaste das Figs. 111-62.2

e 111-62.3 são isostátiws, senão -vejamos. Para o primeiro, temos oito forças de transmissão (para seus quatro pinos) e quatro reaçóes de apoio (para seus dois apoios do 20 gênero), num total de doze incógnitas que serão obtidas pelas doze equações de equilíbrio existentes (trêd equaçóes da Estática para cada uma das quatro barras que compõem a estmtura); para o segundo, temos seis incógnitas (um pino e dois apoios do 2P gênero), que serão obtidas a partir das seis equações de equilíbrio existentes (análise do equilíbrio de .suas duas barras). O exemplo a seguir esclarecer4. Ex. Iii.16 - Obter os diagramas solicitantes para o sistema-guindaste da Fig. Iii-64.

Fi.l u 4 5

Começando pela análise do equilibrio da barra BCD, temos: Por EMC = O HD = 2 t PorZX=O Hc= O PorZY= O V c + VD = VB Analisando, agora, o equilíbrio da bana DE, obtemos:

HE= 2 t

= 816 HD = 813 t VE = VD = 813 t

154

Cursa de análise esirutural

Estudo d a quadms isastáticor planos

A barra ACEF nos fornece, então:

Por X X = O Por XMA = O PorXY= O

+lOlh

HA= 2t 4X 1X 12-8/3X 1 0 - 4 V c = 0 Vc = 1613 VA = V C + V E - 4 = 4 t

Retornando, então à condiçáo X Y = O para a barra verticalBCD, obtemos: VB = 8 t . Conhecendo todas as incógnitas da Fig. 111-65, a estrutura está resolvida e seus diagramas solicitantes, obtidos a partir do esquema da Fig. 111-66, estão indicados na Fig. 111-67.

I"" -n

=Te I

Observações:

Fig. n1-66 I

a) No. a importância da análise pr6via da ordem em que d feito o estudo equilíbrio de cada uma das barras que constituem o sistema-guindaste.

No caso deste exemplo, obtivemos todas as incógnitas, com exceção de equaç6es independentes devido à sequência adotada, facilitando-nos enormemente o trabalho algébrico. Deve-se agir de maneira análoga nos outms casos 3 , por

b) A verikcação da correção dos cálculos pode ser feita calculando-se as três reaç6es de apoio HA, VA e VB a partir das equaçses da btiitica aplicadas ao conjunto. Temos: PorZX=O Por EMA = O PorXY= O

HA = 2 t 4XlX12-8x2-4VB=0 v* = 4 t ,

VB= 8 t

valores estes que repmduzem os obtidos, c o n f i n d o sua correção.

156

Curso de análise estrutural

Inversamente, poderíamos ter iniciado o exemplo pelo cálculo das reaç8es de apoio que, no decorrer de sua solução, seriam verificadas pela análise do equilíbrio das diversas barras que constituem o sistema-guindaste. 6 - PROBLEMAS PROPOSTOS

Traçar os diagramas solicitantes indicados para os quadros simples das figuras 111-68 a 111-77.

Estudo dos quadros i d t i m s planos

-1

158

Curso de análise estrutural I

6.7

M 1mt

L/ lmt

I *

159

6.11 - Calcular o valor das cargas-momento M simétricas, que devemos aplicar em A e B para que o quadro auto-equilibrado da Fig. 111-78 fique submetido aos menores momentos fletores possíveis.

ll4t 114,

I 4

Estudo dos quadros isoatátiai. pbnm

Pie. ül-74

6.12 -.Para a estrutura da Fig. 111-79, determinar o valor de M para que a barra W fique submetida apenas a esforços normais, indicando também o vaior desses esforços normais.

6.13 - Dewmpor os quadros wmpostos da Fig. iiI-80 nog quadros sun. pies que os wnstituem.

160

Curso de anรกlise estrutural

161

Estudo dos quadros imstรกticos planos

6.17

M Irnt

Fig. 111-84

"A Fig 111-80

Traรงar os diagramas solicitantes indicados para os quadros compostos das Figs. 111-81 a 111-95. 6.14

,m7

Fig. 111-81

Fig. 111-85

6.19 h4.N

--_-I_--Pig. 111-82

Fig. 111-86

L-

c~zc.+.--Can?C

I I

162

Curso de analise estrutural

Estudo dos quadros isostdticos planos

6mt

163

6mf

-----

---T Fig. IU-87

I I I

T I

+lm?lL3m+3m+lmi

Pi.111-91

Pi.111-89

Fig. 111-93

I\ 184

Cuno de an8lise estrutural

Estudo dos quadros isost8ticos planos

165

6.30- Traçar o diagrama de momentos fletores para a estrutura auto-erluilibrada da Fig. 111-97, a partir de seu diâmetro vertical.

Pig. 111-94

I I I

Traçar os diagramas de momentos fletores para os quadros das Figs. 111-98 a 111-101, sendo que, para as barras curvas, a partir de retas horizontats de substituiqão.

Fig.111-95

u.29 - Traçar osDMF a partir da reta AB para as estruturas da Fig. 111-96.

2.0arr

pi.

1"f

R#. 111-96

I Pig. 111-100

166

Curso d e análise estrutural

Para a estrutura da Fig. 111-101. pedem-se:

'\a)_traFar os diagramas de momentos fletores e esforços cortantes: b) determinar a equação dos esforços cortaiites lia barra curva.

studo dos quadros isostátiws planos

167

6.37 - Para o triartieulado AGB da Fig. 111-104. que deve trabalhar segundo a linha de pressões para o carregamento indicado. de tal forma que o esforç'o normal mínimo seja 1 0 t. (compressáo). pedem-se: a) equação das inclinações da linha de pressões: b) abscissa da seção que terá este esforvo iiormal mínimo.

&sm-sm+

Fig. 111-104

6.38 - Deseja-se coiistriiir uiii triarticulado AGE que trabalha segundo a linha de pressões para o carregarneiito indicado lia Fig. 111-105 e de tal forma que o esforço iiornial iiiásinin atiiarite seja de 2 5 t (compressão). Pede-se: 6.36 - Deseja-se construir um sistema triarticulado A(;B que coincida com a linha de pressões do carregamento indicado na Fig. 111-103. Pedem-se: a) equa'çóes da linlia dc pressões: b) esforço normal mdximo atuante.

a) valor de 11 b ) equação .da liiilia de pressões c) abscissa da sevão que tcni esforço nornial minjmo d ) equação das iiicli~ia~ões da linlia de pressões.

Curso de analise estrutural

~ m d dor o quadros inistátims planos

169

Obter os diagranas solicitantes para os sinemas-guindaste das Figs. 111-108 e 111-109.

I I

01-

1 -

Fii 111-105

6.39 - Reconstituir o carregamento tal que o triarticulado da Fig. 111-106 esteja na sua linha de pressões. Sabe-se que o'esforço n o d mínimo atuante é de 4 t, de compressãó.

Fig. til-106

I 6.40 -Demonstrar que a semicircunferência de círculo AGE 6 a linha de pressões para o carregamento indicado na Fig. 111-107, de taxa constante e igual a p e atuante sempre segundo a normal ao arco.

170

Curso de anilise estrutural

Estudo dos quadros isostรกticos planos

63 6.1

imtl

172

Curso de anรกlise emutural

~ s t u d odos quadros isostiticos planos

6.11-

6.12-

M = 0,25 qa2.tracionando fibras inferiores. M = 7 m t ; NcD=+8t

173

174

Curso de anรกlise estrutural

imdo dos quadros iwstรกticos planos

175

176

Curso de anรกlise estrutural

~studodos quadros ioostรกticos planos

177

_ i C

CUM de anรกlise estrutural

Estudo dos quadros irostรกtiws planos

~studodos quadros isost&tiws planos 6.32

Cuno de anรกlise esirutural

6.36

a) y = 1,286 x

y = 15,428

- 0,0686 x a - 0,7714~

b) Compressรฃo de 11,88t

x E l0;151 x e [15;201

Estudo dos quadros isosรกticos planos

183

184

Curso de análise estrutural

I ' - INTRODUÇÃO Seja a estrutura da Fig. IV-1, submetida a carregamento apenas nos nós A , 5, C. Como as barras @ e @ que a constituem sáo barras retas e -egidas, portanto, pelas equações diferenciais (11.1) e (11.2) instituídas no :ap. 11, levando-se em conta que q = O e que suas extremidades são rotuladas, !Ias n8o terão momentos fletores nem - esforçoscor&mtes, existindo apenas ----~ --%es@rys-yoyais. --

Fig. IV-l

iezas a determinar para sua resolução são, então, as reaçóes de apoio H*, V*. VB e os esforços normais atuantes nas banas @ que podem ser obtidos, no caso, pela analise sucessiva do equilíbrio dos "6%C. B e A , o equil~hriode cada um deles nos fornecendo duas equaqaes, num número total de seis, sendo o problema, entáo, isostático (igual número < s e de incógnitas a determinar).

0 ,0,

Estudo das treliças isost6ticar

Cursa de análise esirutual

186

187

Os sistemas reticulados indeformáveis isostáticos serão estudados cuidadosamente neste capítulo, ficando o estudo dos sistemas hiperestáticos para o Vol. I1 deste Curso.

Por outro lado, desprezando-se as pequenas deformações elásticas (estas deformações elásticas serão objeto de estudo detalhado no Vol. I1 deste Curso) que terâo as barras @ e devidas aos esforços normais nelas atuantes, podemos dizer que o sistema estrutural da Fig. IV-1 constitui uma cadeia rígida (isto 6, indeformável), pois, sendo o trecho AB indeformável @or se tratar, isoladamente, de uma viga biapoiada), se lhe acrescentamos as duas barras e @ concorrentes em C, conforme indica a Fig. iV-1, este último ponto C fica também indeslocável, por estar preso a dois pontos indeslocáveis A e E e, com isto, todo o conjunto ABC 6 indefonnável.

0, 0,

Chamaremos treliça ideal ao 9stema reticulado banas têm todas as ~~. ..nijas ., extipmidides rotuladase & Í b r g a i é . S f ã o ~aplicadas ápeiãs em seus nbs. ~

Observações: a) Os casos das treliças isosiáticas com cargas fora dos nós,por náo atenderem às condições da definição anterior, náo podem ser classificadas como treliças ideais, mas serão também estudadas no item 7 deste capítulo.

Seja, agora, o sistema reticulado da Fig. IV-2, siibmetido ao carregamento nodal indicado.

b) É fácil concluir-se, por generalização dos dois exemplos jâ abordados, que qualquer sistema retinilado constituído por um polígono fechado rotulado em seus vkrtices é deformável (e, poctanto, hipostático), excetuando-se o caso do triângulo.

c) As treliças surgiram como um sistema estrutural mais económico que as vigas para vencer vãos maiores ou suportar cargas mais pesadas. E claro que a palavra economia engloba comparação entre materiais, mãodeobra, eqnipamentos de execução, etc., usados nos dois casos, podendo assumir, por esta razão, facetas diversas de região para regiáo e de época para Lpoca. d) Devemos, desde já, fazer uma crítica, no sentido de alertar o leitor para

o caráter aproximado (se bem que de aproximação excelente) da teoria que vamos desenvolver, a seguir, para as treliças. Fig. IV-2

As grandezas a determinar para sua resoluçáo sáo os esforços normais nas suas quatro barras componentes e as três reações de apoio, num número total de sete. O número de equações de equilíbrio (correspondendo ao equilibrio de cada um dos nós) sendo igual ao dobro do número de nós, é igual a oito, no caso, e, portanto, superior ao niimero de incógnitas, o que caracteriza a hipostaticidade da estrutura. Por outro lado, é fácil ver-se que o reticulado dado constitui uma cadeia deformável, pois os pontos C e D não estão ligados, cada um deles, a dois pontos indeslocáveis do reticulado (no caso, apenas A e B). A forma de deformaçáo da cadeia esta indicada na Fig. N-2 e prosseguirá até a queda da estrutura.

As conclusaes deste último caso podem ser extrapoladas e podemos, entáo, afirmar que todo sistema retiniiado defonnável é instável (hipostático). Como corolário, podemos afirmar que todo sistema eticulado indeformável 6 estavel (podendo ser isostitico ou hiperesiático, conforme veremos no próximo tópico deste capítulo).

Imaginamos as barras rotuladas em suas extremidades (isto é, sendo livre sua rotação relativa nos nós)porpinos sem atrito,wnforme indica a Fig. N-3.

Fig. [V-3

Náo 6 frequente, no entanto, a união desta forma (e, mesmo quando adotada, 6 difícil garantir a condição de atrito nulo no pino), sendo mais comum Ligar as barras nos n6s atrads de chapas auxiliares, nas rebitamos, soldamos ou parafusamos as barras neles concorrentes, Conforme indica a Fig. iV-4. Estas ligações criará0 sempre pequenas restriçaes i livre rotaçáo relativa das barras nos n6s, com o aparecimento, entáo, de pequenos

189

E s ~ d odas treliw isostáticas

momentos nas barras, de reduzido significado, entretanto, de acordo com os estudos e cálculos rigorosos feitos levando em conta sua influência.

Estes estudos demonstraram que, desde que todas as barras tenham seus eixos no mesmo plano e que estes eixos se encontrem num Único ponto em cada nó, os resultados reais pouquíssimo diferem dos resultados obtidos pela teoria que vamos desenvolver, sendo ela, portanto, válida sob o ponto de vista prático. e) ~ 8 d parecer e ao leitor, a princípio,muito restritiva a condiçgo de definição de treliça ideal do carregamento atuar somente nos nós; no entanto, é o que ocorre comumente na prática, pois as cargas chegam às treliças através de outras peças estmturais, que nelas se apóiam nos nós (para que só provoquem esforços normais), conforme ilustram os exemplos das Figs. IV-5 e N-6. A primeira representa uma ponte ferroviária com duas treliças extremas, que recebem, nos nós, as cargas atrav6s das vigas trankversais T (por isto chamadas transversinas), que a elas chegaram atravbs das vigas longitudinais L, sobre as quais caminha o trem. A segunda representa uma cobertura constituída por diversas treliças paralelas, que recebem, nos nós, a carga das telhas, vindas através das terças T.

Fig IV-6

Em todos os casos reais existirão, entretanto, pequerias flexóes nas barras, devidas a seu peso próprio, cujo cálculo será estudado no item 7 deste capítulo. Estas flexóes devidas a peso próprio costumam ter, nos casos usuais, diminuta influência no dimensionamento das peças, prevalecendo como dimensionantes seus esforgos normais.

a partir do exemplo da Fig. N-1, uma treliça biapoiada, constituída por três barras formando um triângulo, 6 isostáti~a. Se, a partir desta configuraçâo básica, fc,rmamos novas treliças, acrescentando à existente duas a duas novas barras, concorrentes cada duas delas num novo nó, a nova treliça será também isostática, pois a cada duas novas incógnitas (esforços normais nas duas novas barras) correspondem duas novas equaçnes \ de equilibrio (equilfirio do novc nó). Os exemplos das Figs. N-7 e IV-8 ilustram esta lei de formação de treliças isostáticas. f) Conforme verificamos,

Fig, IV-7

Curso de andlise w u t u r a l

140,

Estudo das treliças isostáticas

191

(Dizemos que estas treliças são internamente isostiticas, por terem a lei de formação que acabamos de definir e que são, tambkn, externamente isostáticas, por terem apoios no número estritamente necessário para impedir todos os movimentos no plano, sendo o conjunto, pois, isostático.)

(O exemplo da Fig. IV-10 serve para lembrar que uma estrutura plana, apoiada sobre três apoios do l? gênero, 6 estável desde que as reaçOes destes apoios não sejam paralelas entre si nem concorrentes, todas elas, no mesmo ponto.) Outro tipo de freliça isostática d a treliça triarticulada da Fig. N-11, para a qual temos seis incógnitas (quatro reações de apoio e esforços normais em duas barras) e seis equaçóes de equilibrio (equilibrio dos nós A. E, C). Partindo desta nova configuração básica, podemos também formar treliças isostáticas, da mesma foima com que as formamos a partir da configuração da Fig. N-1 .

E Pig. IV-8

Nestes exemplos, partindo da treliça biapotada ABC, chegamos ao nó D pelas barras @ e ao nó E pelas barras @ e @. ao nó F pelas barras @ e @ e, finalmente, ao nó Ç pelas barras @ e .

Os apoios não precisam, é claro, estar no triângulo a partir do qual iniciamos a lei de formação, pois, onde quer que estejam, fornecem as mesmas três incógnitas. Falando sob o ponto de vista de cadeia ngida, uma treliça que tem esta lei de formação das barras é internamente rígida e, tendo apoios externos que impeçam todos os movimentos possíveis (para o caso de treliça plana, duas translaçóes e uma rotação), será também externamente rígida, sendo, pois, rígida em conjunto. Por esta razão são, tambkn, isostáticas as treliças das Figs. N-9 e N-10.

Chamamos treliças simples às treliça isostiticas, obtidas a partir das onfigurações fundamentais das Figs. N-1 e N-11, pela adição de duas a duas barras, partindo de nós já existentes para novos nós (um novo nó para cada duas novas barras). Seus métodos de resolução serão tratados nos itens 3 e 4 deste ca~ítulo.

g) As treliças, por terem esforços normais de -tração e de ~ompressáù~~são e&i~nt~--d~-mmãdeira ou de aço, por serem mat*q"tpo?-am bem & m c = t a m b é m , embora com m e n T 6 i n quência, treliças de concreto, porque, como sabemos, o concreto não trabalha bem à tração, al6m de sermos obrigados a executá-las de uma só vez (ao passo que as demais podem ser montadas peça a peça). h) Queremos chamar a atenção do leitor para o fato de que, ao contrário do caso dos quadros - que ocorrem, em sua grande maioria, hiperestáticos, Jendo o estudo dos quadros isostáticos base para o estudo daqueles, conforme veremos no Vol. l l deste Curso - a grande maioria das treliças da prática é lSO?iátl~a.

492

Cursa de análise estrutual

As treliças hiperestáticas serão tratadas no Vol. I1 deste Curso. i) As treliças isostáticas possuem dois grandes mdtodos de resolução: um, analítico, que é o m6todo de Ritter e, outro, gráfico, que 6 o método de Cremona. Existem ainda outros métodos de resolução, d t menor importância, e que não serão, portanto, abordados neste Curso. j) As treliças comportam ainda um processo espontâneo de resolução, que consiste no estudo,um aum, do equilibrio de seus-nós, iniciado e prosseguido pelos nós que só possuam duas incógnitas a determinar, at6 termos abrangido todos os nós da treliça. No caso de treliças com geometria bem simples, este processo pode se tomar at6 aconselhável.

193

Emido das treliças iaostáticas

para o conjunto. Analogamente ao caso anterior, o diagnóstico fmal só poderá ser dado após a análise de cada caso. Se a treliça for, de fato, hiperestática, seu grau hipeiestático ser8 igual, evidentemente, a (r + b 2n).

Em resumo, podemos a f i a r que: a) r + b < ? n é condição h i. p q , ,

uma treliça seja S

+ b > 2 n são condiçó~-apeape~asasne~ssirias (mas não_ sufici- seja isostática ou hip'etática, respectivab) yt b = 2 n e r

&&;te. A palavra final será dada a p ó i ~ oexáme específico de~cadacaso. Os exemplos seguintes esclarecerão.

Ex. N.1 - Trata-se de uma treliça externamente isostática e, tendo a lei de formação de uma treliça simples (sendo,portanto, internamente isostitica), ' então isostática, o que é confirmado pela relaçáo r + b = 3 + 15 = 18 = 2n.

2 - CLASSIFICAÇÃO DAS TRELIÇAS

2.1 - Quanto à estaticidade Quanto à estaticidade, uma treliça (assim como qualquer outra estrutura) pode ser hipostática. isostática w t i c a ~

As incógnitas do problema são em número de (r + h), sendo-.r--o número de reações de apoio a determinar e h o (e, portanto, o & & ó v r m i n a r ) e _ - o l u ~ e q i i i l i b r i o eni sendo n o número total de nós número igual a 212, -.--___I---.--.~.Lincluindo o s n ó s-de apxo>=axa@ois cada nó nos dá duas eqnaçõesda Estática, correspondentes ao equilibrio de um ponto material).

númeocaras

Três casos podem ocorrer:

l?) _r-+ b < 2n, ou seja, o número de incógnitas é inferior ao de equações; tica; poderemos afirmar, então, que a treliça é h i ~ s t á--

Ex. N.2 - A treliça tem a mesma quantidade de nós, barras e apoios ue a da Fig. N-12, sendo, portanto, satisfeita a relação r + b = 2n.

20) r + b = 2 - n . , ~ ~ g p s u g - tratar-se e de uma t-liça-Esta simples igualdade não nos permite, e&etanto, afirmar que %-treliçaseja isostática, pois podemos ter a associaçáo, internamente, de trechos hiperestáticos com trechos hipostáticos,'conduzindo a uma isostaticidade interna aparente, bem como pode ocorrer a associação de hiperestaticidade interna com Iiipostatici&de externa (ou vice-versa), conduzindo também a unia isostaticidade aparente para o conjunto. O diagnóstico final só poderá ser dado ap»s a análise dos apoios externos e da lei de formaqão interna da treliça em que-stào:

A treliça é também externamente isostática (biapoiada), mas, como seu eciio (DEF 6 dcformável (ver observação do tópico anterior), ela e ipostáfica i~iternainente,sendo o conjunto, portanto, hipostático.

L ~ -

~-.

30) ~ q u e s ~ ~ r ~ t r adet uma a @liga n e - -hiperestática ~~. (maior número de incógnitas que de equações). Não podemos, eritrctanto, I.' Iirii1:ir que a treliça seja hiperestática, pois a associaçáo de um trecho hiperestdtico com outro hipostático (sendo o grau hiperestático de ~m trecho superior ao grau hipostático do outro)pc.de coiiduzir a uma hiperestaticidade aparente

Curso de análise esirutural

194

Estudo das treliças isostáticas

195

Ex. N.3 - A treliça tem r + b = 4 + 14 = 18 e tem 2 n = 16, o que sugere que ela seja duas vezes hiperestática, o que de fato 6, pois não há, no caso, hipostaticidade interna nem externa.

2.2 - Quanto à lei de formaç8o

Quanto à sua lei de formação, as treliças são classificadas em simples, compostas e-comqlexas, -

Poderíamos chegar, também, a esta conclulusão da forma seguinte Externamente a treliça é uma vez hiperestática (quatro incógnitas, reaçáo de apoio contra três equações universais da Estática); internamente, partindo do triângulo hachurado, nós percorremos todos os nós da treliça e todas as suas barras, exeeto uma, quando propagamos a lei de formação de treliça sunples, o que indica existir uma incógnita ( u m barra) além das que podem ser determinadas pelas equações de equilibrio de nós, caracterizando o grau hiperestático interno da treliça igual a um. Seu grau hiperestático total será, portanto, igual a bois (há um apoio a mais e uma barra a mais em relação à quantidade que tomaria isostática a treliça).

Observação: C conceito utilizado neste Último exemplo, de igualar o grau hiperestático de uma treliça a soma de seus graus hiperestáticor externos e internos, é perfeitamente lícito, pois o grau hiperestático externo indica a quantidade de apoios superabundantes e o grau hiperestático intemo a quantidade de barras superabundanies, cuja soma nos fornece o número de incógnitas (r + b 212) que não podemos determinar com o auxilio das equações de equilibrio estático igual, por definição, ao grau hiperestático da treliça.

Ex. N.4 - A treliça'tem r + b = 4 + 19 = 23- e 2 n = 20, o que sugere que seja três vezes hiperestática. No entanto, uma análise sua nos mostra que se trata de uma treliça hipostática, pois, tanto externamente (todos os apoios do l? gênero paralelos, com o que não está impedido o movimento na direçáo horizontal) como internamente (painel ABCD d deformável) a treliça é hipostática.

A lei de formaçáo das treliqas simples já foi estudada no tópico anterior deste capítulo; a das treliças compostas e complexas será estudada nos tópicos 5 e 6 do mesmo.

3.1 - As b m s do método

Seja a treliça isostática da Fig. N-16,submetida ao carregamento indicado, para o qual as reaçóes de apoio, calmladas com o emprego das equações universais da Estitica, $50 as inditadas na Fig. N-16.

Curso de análise estrutural

196

197

~ r t u d odas treliças isostáticas

! Escolheremos, de preferência, aquela que acarretar menor trabalho numérico na obtenção dos esforços normais desejados. Como observação de caráter conceitual, queremos frisar que, na Fig. N-17, as forças N,, NI3 e N7 representam as ações da parte da direita da treliça sobre a parte da esquerda; na Fig. N-18 representam as ações d a parte da esquerda sobre a parte da direita. Podemos, eiitão, passar à determinação de N 3 , N I J e N 7 , que será feita a partir da: equações universais da Estática no plano, devendo ser escolhidas e usadas numa ordem tal que permita a determinaçâo direta de cada uma das incógnitas, a fun de simplificar o trabalho algébrico do problema.

Suponhamos querer determinar,por exemplo, os esforços normais atuantes @ e @. nas barras

Rompendo a treliça nestas barras atrav6s da seção S-S indicada na Fig. N-17, nada se alterará sob o ponto de vista estático se substituirmos as barras rompidas pelos esforços normais nelas atuantes, que serão determinados como sendo as forças tais que promovam o equilibrio do trecho assim secionado da treliça, já que ele deve estar em equilíbrio, por pertencer a uma peça em equilíbrio.

No caso (usando-se o esquema da Fig. N-17 ou N-18), a partir de = O obtemos N3; por X& 0, obtenios N, e, finalmente, por Y = O obtenios N i 3 .

\',II,

As forças obtidas cmn sinal positivo confirmarão os sentidos arbitrados nas Figs. IV-17 e IV-18 (e serão de tração, portanto, no caso), invertendo-os caso contrário (sendo, eiitão, no caso, de compressáo).

E evidentemente indiferente analisar-se o equilibtio da parte da esquerda, indicada na Fig. N-17 o u da parte da direita, indicada na Fig. TV-18.

Este método, emhora obedecendo apenas às ideias gerais da Estática, levou o nome de Ritter por ter sido ele o seu lançador. As seções S-S usadas para a obtenção dos esfqrços normats desejados levam também o seu nome, sendo denominadas seçóes de Ritter.

a) Deveinos escollier srções de Ritter que interceptem três barras não paralelas nem concorrentes no mesmo ponto, a fim de que possamos determinar seus esforços noimais pelas equaçóes universais da Estática. Podem. entretanto. ocorrer seções de Ritter que interceptem mais de très barras e a partir das quais consigainos determinar os esforços normais em alguma (s) das bairas. coiifonne ilustra o exemplo IV-7. b) As seções de Ritter podem ter formasquaisquer (não precisando scr retas), h desde que sejam contínuas,pois sua única obrigação é atravessar toda a treliça. C) Quando, após dada a seção de Ritter, f o h o s arbitrar os sentidos dos esforços normais iiic0gnitos, no caso de nossa sensibilidade estática não nos fazer antever seu sentido corrcto, aconselhamos sejam todos colocados no sentido de tração, pois, assim, os sinais obtidos já serão os sinais dos esforços atuantes. (O sinal positivo, confirmando o sentido arbitrado, indicará tração e o negativo, negando-o, indicará a compressão.) d) No caso de barras próximas As extremidades da treliça (por ~xemplo,as barras @ e @ no exemplo d a Fig. N-16). pode ocorrer que a seção de k t t e r imaginada para atravesá-las só intercepte duas barras; isto quererá liler, apenas, que seus esforços normais podem ser obtidos ditetamente Por

199

Estudo das treliças isostaticas

análise do equilibrio dos nós extremos (no caso, do nó A para a barra e do nó 8 para a barra Neste caso, o método de Ritter terá degenerado na análise do equilii~riode um nó da treliça.

0).

e) O método de Ritter se presta admiravelmente ao cdlculo das treliças de altura constante, fazendo* recair até no cálculo de uma viga de substituição, conforme veremos em 3.3, quando o carregamento é vertical.

fi tainbkm o método adotado quando só desejamos conhecer os esforços normais em algumas das barras da treliça. (Por esta razão, será fundamental no inicio do estudo das treliças compostas, confoime veremos no item 5 deste capítulo.)

Pela seção Si-Si, podemos obter os esforços normais em O,, V, e, também, na barra inferior CD (que nao 6 pedido neste exemplo), a partir do esquema da Fig. N-20, obtendo: For

XMD=O

20,+6X2+5X4=0:.01=-L6t(compressão)

Por

XY = O

V, t 6

- 5 = 0 :.

V, = -1 t (compressão)

Caso desejássemos o valor de U,,poderíamos obtê-lo, ou a partir de ZMJ = O ou de Z X = 0, chegando ao valor U2 = + 16 t.

Para treliças de geometria mais complicada, será preferível o método gráfico de Cremona, que estudaremos 110 item 4 deste capitulo. 3.2

Exemplos de aplicação

Obter, para as treliças isostáticas seguintes, os esforços iiormais nas harras indicadas.

Ex. IV.5 -

A partir da seçáo S,-S, , obteremos U 3 ,que 6 dado, conforme o esquema da Fig. IV-2 1, por: ZMj = O

6X 2

+ 5 X 6 - 6 X 2 - 2 U3 = O :.

LI, = t 15 t (tração).

Sendo as reaçóes de apoio as indicadas iia Fig 1V-19. passemos à obtenção dos esforços normais pedidos. 61

Fig. IV-22

A partir da seção 3,-S3, obtemos D4,dado conforme o esquema da 'Fig. IV-22 por:

Para a obtenção do esforço nomal na barra V3, não conseguimos nenhuma

200

Curso de analise estrutural

seção de Ritter que, juntamente com V,, atravesse tr6s 'ornas não concorreiites no mesmo ponto. É fácil ver, no caso, que a forma mais simples de obtenção de V , é a partir do equilibrio do nó E da treliça, obtendo-se, conforme o esquema da Fig. Pf-23, o valor V, = + 4 t , por ZY = 0.

Estudo das treliças isonfaticas

201

A partir da seçzo S2-S2indicada na Fig. Pf-27, obtemos, por CX = 0:

:,v5 = -8 t

(compressão)

Analogamente, por consideração do equilibrio do nó E , obtemos, por

ZY = o:

Observação: No caso deste exemplo, Mo foi necessario calcular as reaç8es de apoio, pois ficaram no lado da treliça não utilizado para os cálculos. 1:ig. IV-24

Fig. 1V-23

Ex. N.7 - a) A partir da sevão SI-SI, temos, conforme o esquema da Fig. IV-29:

Ex. N.6- A partir da s e g o S I - S I indicada na Fig. IV-76, temos: Por

CMr = O

Por

ZMD = O

Por

= O

+ 4 X 3 + 4 N , = O : N , = -9 i (compres~ão) 4 X 3 - 4 N 6 = 0 . N6 = +3 t (traqao) N s X-5-4 - 8 = O :. N8 = t 1 0 t (traçao) 4X 6

&7,nm+*sm4

Fig IV-28

Curso de anhlise estrutural

202

- 3N9 = O .:

Por

ZMF = O

: 4X 2

Por

: NI, = -2,67 t (compressão)

= O

N9 = +2,67 t (tração)

~studodas treliças isostáticas

Detenniiiemos os esforços atuantes nas barras O 3 , D , e U , (simbolizando elas as barras superior. inferior e diagonal genéricas da treliça).

Por èsta seçáo S I - S I , iião podemos obter os esforços normais N, e N g ; eles s6 serão obtidos a partir de outras seçõts adeqiiadas., h) A partir da seção S2-S2,ternos. conforme o esquema da Fig. IV-30, levando-se em conta que as barras @ e @ têm esforços normais de mesmo módulo e de naturezas opostas (por força da condição Z Y = 0): 2X =O

2N10 X 315

-8=O

Nio = N l , = 6,67 t,

o que quer dizer, conforme a Fig. N-30, que a barra @ possui uma tração de 6,67t e a barra @) uma compressão de mesmo valor.

Fig. 1V-32

A partir da seçáo verticalSI-SI temos, conforme indica a Fig. IV-33, que:

3.3 - ResoluçSo das treliças de altura constante em fungo da viga de substituição 3.3.1 - Treliça com uma diagonal por painel Seja a treliça da Fig. N-31,.de altura constante h , submetida ao carregamento vertical superior indicado nesta figura.

Fig. IV-33

a) O valor de (1, será obtido por ZMG = O. Notando que as forças que nos dão momento em relação a G a o , além de U,,as forças verticais VA, P , , P,. P, e que o momento destas Últunas em relação a G se coiifunde com o momento fletor atuante na seção g da viga de substituição da Fig. N-32 (de mesmo vão e submetida ao mesmo carregamento que a treliça), tem s Mg - U 3 X h = O .: Li, = +Mp/h

h) O valor de O 3 ser5 obtido por 2 M p = O. Por analogia com o caso anterior, teremos: O3 X h + M f = O : O 3 = - M f / h , sendo Mf o momento fletor, em f, na viga de substituição. c) O valor de D 3 será obtido por 2 Y = O

Fig. N-31

Notando que as forças que contribuem para esta condiçáo são, alem da componente vertical de D 3 , as forças verticais V*, PI. PI. P 3 , temos: VA

-Pi - P , - P 3 + D 3 s e n q = 0 .

Curso de análise ezirutural

204

Estudo das treliças isostáticas

205

O termo (I> - 1% - P 3 ) pode ser imediatamchte identificado como sendo o esforfo cortaii:e na viga de substituição no trecliotg interceptado pela seção rle I<ittcr e temos então que: o3 =. ---C)s e1i , q ,

Coiivém notar que bastaria a diagonal D, ter sua inclinação contraria (isto é, bastaria que ela fosse paralela a LI2) para o sinal da úlfima relação ser trocado. Para termos, então, uma expressão que resolva o caso de qualquer diagonal, escreveremos que: IDI = -- IQ no trecho interceptadol. sei1 $C Concluímos, então, que: -

Os esforços normais atuantes nas barras horizontais (superior e iiiferinr) MO iguais, afetados do fator I h , aos momentos fleiores na vigade substituição no ponto onde as 2 outras barras interceptadas pela seçào de Ritter se encontram. Os sinais dos esforços normais em barras inferiores acompanham as sinais desses momentos fletores; já as barras superiores têm seus esforços normais com sinais opostos aos deles. (No caso de treliças biapoiadas com carga de cima para baixo, as barras superiores estarão sempre comprimidas e as inferiores tracionadas, ocorrendo o inverso para as treliças em balanço.) Os esforços normais nas diagonais são, em módulo, iguais, afetados do fator I/sen i~,'aos esforços cortantes na viga de substituição no trecho interceptado pela seçào de Ritter. Seus sinais, obtidos por análise d o equilíbrio do trecho interceptado pela seção de Ritter, deverão ser estudados em cada caso.

Convém notar que bastariam as diagoiiais dos painéis adjacentes terem sua incliia$So coiitrária a inclinação do caso abordado (seria, por exemplo, o caso da barra V,) para que o sinal da Última relaçáo se invertesse. Escreveremos, então: I VI = i Q no trecho interceptadol, para as barras verticais que podem ser interceptadas por seções de Ritter do tipo das2-S2. Quando não for possível se conseguir tal seção para uma barra verttcal (caso de interceptar mais, ou menos, de trgs barras), o caso será ainda mais sunples e o problema se resolverá por meio de um sunples equilibrio de nós, conforme veremos a seguir. (É o caso, para a treliça da Fig. N-31, das barras V,, V,, V,, V,). O esforço normal em V,, a partir do equilibrio do nó A , será de compiessão e igual a V*; o esforço normal em I.;. a partir do equilibrio do nó F, será de compressão e igual a P3; para a barra V; ocorrerá compressão e igual a V B , por análise do n6 B e, finalrtiente, em V7 será de compressáo e igual a Ps, por análise d o nó K, conforme indica a Fig. N-35.

Obseivaçüo: Os esforços normais nas barras horizontais e nas diagonais Mo os mesmos, quer seja o carregamento superior quer seja inferior, o que pode ser constatado a partir da análise da Fig. IV-33. Passemos, agora, A análise das barras verticais. Elas são resolvidas, em geral, por seçóes de Ritter como aS2-S, indicada na Fig. N-31 (seções inclinadas, interceptando a barra vertical e mais duas horizontais). No caso, obtemos, a partir do esquema da Fig. N-34, por:

Z Y = O:

VA - P I -P2 -P3 -Pq - V3 = O .

Sendo (VA - P, - P, - P3 - P4) igual ao esforço cortante na viga de substituição no trecho gh, temos:

Fig. IV-35

Para simplificação do trabaiho algébrico escolheremos sempre nestes Últimos casos de barras verticais (casos da Fig. N-35). para análise de seu "quilibrio, os nós com menor número de barras neles concorrentes.

206

Curm de análise srtruniral

Estudo dar treliças -iiortátias

207

Concluúnos, então, que: -,Para barras verticais tais que ihes possamos dar uma seção de Ritter que as atravese e a mais duas barras horizontais somente, seus esforços normais são iguais, em módiilo. aos esforços cortantes na viga de substituição no trecho, onde o carregameiito esta definido, interceptado pela s e e u de Ritter. Seus sinais. obtidos por analise do equilíbrio do trecho interceptado pela seção de Ritter, deverão ser estudados em cada caso. - Para as barras verticais não abrangidas anteriormente, os esforços noimais

são obtidos por simples considera@o de equilíbrio de nó.

Obsrrva~áo: Os esforços normais nas barras verticais variam conforme o carregamento seja superior ou iiiferior, o que pode ser constatado a partir da análise da Fig. IV-34. (Notar que, se o carregamento fosse inferior, só estariam aplicadas, no trecho interceptado, as forças V.,. P,. P, e P3 e o cortante seria, então, o do trecho fg, ao inv6s do trecho gh.) Os exemplos seguiiitts esclarecerão.

Ex. IV.8 - Obter os esforços normais nas barras da treliça da Fig. IV-36, carregada superiormente.

ssikn, teremos:

barras O

barras U

barras D Sabemos que os módulos de seus esforços normais são os dos esforç'os ortantes atuantes na viga de substituição em. seus respectivos painéis, iultiplicados por llsen p = \/Z, no caso. Sendo a viga de substituição e seus diagramas os indicados na Fig. N-37, passemos à determinação dos esforços normais. a) Barras O. U, D Serão resolvidas por seçúes de Ritter verticais, uma em cada painel.

Para obtenção de seus sinais, bastara analisar uma das diagonais. Sqa, por exemplo a diagonal D l , cujo esforço normal B obtido da seçáo e Ritter S-S indicada na Fig. IV-38. Como o esforço cortante atuante no recho cd 6 voltado para cima fposittvo), o esforço normal em D, deve star voltado para baixo, a fm de que possa haver equilibrio, sendo,

Curto de anhlirs esirutuml

208

portanto, de compressão. Para a diagona1 D2. a situação é a mesma que a de D1, pois ela é paralela a primeira e o sinal do esforço cortante no trecho de -ainda é positivo; ela está, pois, comprimida. Para as diagonais D, e D4, inverte-se o sinal do esforço cortante, mas, como também se inverteu a sua inclinação, elas estarão comprimidas. Os esforços normais atuantes nas diagonais são, pois: Dl = - 3 J T t :

D2 = - J 2 t ;

' Da

-3At

b) Barras V Os esforços normais nas barras Vi e V, são obtidos a partir das seçdes de Ritter SI-SI e S2-& indicadas e valem, conforme os esquemas das Figs. N-39 e 1V-40,a partir da condição ão Y = 0:

Fig. IV-39

V,= V , = - 2 t

209

Ex. N.9 - @ter os esforços normats para as barras da treliça-marquise da Fig. IV-42.

D3 = - J T t ;

Os esforços normais nas banas V,, equilibrio dos nós C, E' e C e valem:

Estudo das treliças isostáticas

V2,

são obtidos a partir do

e V,= O

Os esforços normais encontrados estão resumidos na Fig. Iv-41 e são evidentemente simétricos, por se tratar de uma treliça simétrica submetida a um carregamento simétrico.

210

Curso de análise estrutural

crrudo das treliças isostáticas

211

Sendo a %a de substituição e seus diagramas solicitantes os indicados na Fig. IV-43, obtemos a partir deles:

Para a halia I',. a partir da análise d o equilibrio d o nó A', obtenios:

O Os esloiços iioriiiais eiicontrados estão resumidos na Fig N-46

Os esforços rormais nas barras D (todas paralelas entre si e com cortantes em todos os trechos de mesmo sinal) serao sempre de tração, conforme obtemos a partir da seção Si-SI detalhada na Fig. N-44 e valem:

D, =-

-1

sen io

-5

QB-b = jQa.b = +5

1 Ex. lV.10 - A Fig. TV-47 representa uma treliça de altura constante, est;iiido faltatido as diagonais (uma em cada painel). Pedem-se: a) dispor estas diagonais para que, com o carregamento indicado, trabalhem tod as i tração: calcular a menor altura / i , de modo que o maior esforço normal atuante barras horizontais náo ultrapasse, em módulo, o valor de 8 t;

Os esforços normais nas barras V,. V3 e Vq,obtidos a partir de seç6es de Ritter do tipo Sa-S2, são de compresao conforme mdica o esquema da Fig. IV-45 e valem:

para este valor de h , achar os esforços normais nas barras.

$ - * i n & 2 m L z m - ~ z m 7 C Z m ~

2 - + 2 m 4

Fig. IV-47

A viga dc substituição e seus diagramas solicitantes são os indicados na Fig. IV-48.

Curso de analise esirutural

212

Estudo das treliças itostAticas

213

Fig. W-50

b) Sendo os m6dulos dos esfor os normais atuantes nas barras horizontais dados por I" '8" d~aubstit~ul@of,os esforços normais máximos atuantes nas barras horizontais, em módulo, ocorrerio em U2 e U 3 , conforme indica a Fig. N-50 (pois serão função do momento máximo em módulo na viga de substituiçáo, que C M e ) e teremos, então: 8 = 12/h h = 1,s m.

c) Os esforços normais atuantes em cada uma das barras, obtidos de maneira inteiramente análoga à dos exemplos anteriores, valem:

Pig. IV-48

a) Coloquemos as diagonais de modo que estejam, todas, tracionadas. Começando pela pruneira diagonal, analisemos as duas possibilidades indicadas nas Figs. N-49.1 e N-49.2.

Sendo l/sen 9 = 513, temos:

Fig. IV-49

A posiçáo wrreta será a da Fig. IV-49.1. Desta maneira, instituímos a posiçZo wrreta de diagonal tracionada para atuaçáo de cortante negativo. Bastará mantê-la em todos os trechos de cortante negativo e invertê-la 110s trechos de cortante positivo, chegandose. para a treliça, às diagonais tracionadas indicadas na Fig. IV-50.

Observação: Este exemplo trata de um problema técnico bastante real, que da preocupação em se colocar as diagonais tracionadas para este tipo de treliças, pois, sendo elas as peças de maior comprimento, não seria de boa

Cuno de análise estrutural

214

tdcnica estarem comprimidas, pois seria mais grave para elas a possibilidade de sofrerem o fenômeno de flambagem, só contornado colocando-se peças mais pesadas que as necessárias, tendo eni vista apenas o valor do esforço atuante (e, portanto, mais caras), conforme verá o leitor quando estudar este asunto. E,por isto, desejável que as diagonais, para este tipo de treliça com uma diagonal por painel, estejam tracionadas, sobrando a compressão para as barras verticais, de menor comprimento e menos sujeitas ao perigo de flambagem (que será, evidentemente, analisado para elas, também).

3.3.2

- Treliças

Estudo das treliças isostátieas

215

as barra$ iiiferiores e negativo para as superiores), aos valores algkb,icos dos momentos fletores atuantes na viga de subslituiçao no ponto em que a seção de Ritter adequada (seção esta que atravessa as duas barras horizontais e duas barras verticais) corta as duas barras verticais da treliça.

com duas diagonais por painel (Vigas Hassler)

Seja a treliça da Fig. N-51, cuja viga de substituição correspondente é a da Fig. iY-52.

Fig.

1V-53

b) Os eshrços normais nas diagonais Ds e D$ (simbolizando duas diagonais genéricas da treliça) sáo obtidos a partir da seção S2-S2 indicada na Fig. IV-54.

Pig. 1%'-52

rv.

a) A partir da seçzo SI-SI, obtemos, conforme indica a Fig. N-53: Por ZME = O e por XME.= 0 : U3 = M,/h e O, = -M,/h, sendo M, o momento fletor em e na viga de substituição. Estas expressaes são inteiramente anáiogas As instituídas em 3.3.1, mostrando que os esforços normais atuantes nas barrashorizontak de uma treliça b l e r são iguais, a menos do fator 1/l1 e do sinal adequado (positivo para

Fazendo Z Y = 0,temos que as somas das componentes verticais de Ds D: deve equilibrar o esforço cortante atuante no trecho ef (trecho interptado por S,-S,) da viga de substituição (igual, no caso,b a V* - Pl P*

- P3).

216

Cuno de adlire estmiual

Por outro lado, por consideração da condição ZX = O de equilíbrio, verificamos que os esforqos normais nas barras D i e D< devem ter mesmo módulo e sinais opostos. Isto posto, temos então que os móddos dos esforços normais atuantes nas barras Ds e D: são iguais a I D: l = ID: l = Qefl? sen v. sendo estes esforços normais de naturezas opostas e tais que eqiiilibrem o esforço cortante atuante no trecho ef.

Estudo das treliças isostáticas

217

b) Aiialisemos o caso d a barrã I/,. Supondo, na viga de substituição, o cortante positivo nos trechos ef e .fg (o que em nada prejudica a generalidade da nossa dedução), teremos, a partir da condição X Y = O de equilíbrio do nó F' indicado na Fig. IV-56: I V3 I = P 4 / 2 . sendo de compressão, no caso.

Concluimos, pois, que os esforços normais atuantes nas diagonais de um painel de treliça H k l e r l m seus módulos iguais ao do esforço cortante atuante, neste trecho, na viga de substituição, afetado do fator 112 sen(o, sendo de naturezas opostas e tais que equilibrem o esforço cortante atuante no ttecho em questão da viga de substituição. c) Os esforços normais atuantes nas barras verticais superiores e inferiores podem ser obtidos da maneira seguinte. Sejam, por exemplo, as barras verticais 1;' barras verticais gen6ricas da treliça.

e Ir:, simbolizando duas

A partir da análise da condição ZY = O de equilíbrio do nó E',coníorme indica o esquema da Fig. N-55,.obteremos que I I = lQtrelho d e i , Seu sinal será evidentemente oposto ao de D; sendo, pois:de imediata.

obtenção

O esforço normal lia barra V3 tem, então, módulo igual metade da carga aplicada sobre ela, sendo de compressão no caso de carregamento superior e de tração no caso de carregamento inferior (p que seria imediato demonstrar).

Ex. IV.11 - Obter os esforços normais nas barras da treliça Hassler da Fig. IV-57, carregada inferiormente.

Conhecido VI, e impondo-se a condiçao Ç Y = O ao esquema da Fig. IV-53, deve equilibrar o esforço cortante atuante no temos que a soma (V: + trecho ef da viga de substituição, ficando, então, definido V: em módulo e sinal.

Andoganiente agiríamos para qualquer outro caso. Observações:

a) No w o do carregamento ser inferior, calcularíamos inicialmente V: por equiliório do nó E obtendo, a seguir, o d o r de V:' a partir da condição Ç Y = O imposta ao esquema da Fig. N-53.

Curso de análise estrutural

218

Esíudo das treliças isostáticas

219

Sendo a viga de substituição e seus diagramas solicitantes os indicados lia Fig. IV-58, temos: -11, = -0, = Mo/h = O

-0,= M,/l? = +1,5 t Li3 = -O3 = Md/h = +4.0 t

(Sendo simétricos a treliqa e o carregamento, os esforços só precisam ser calculados para sua pruneira metade, sendo simétricos para a outra.) Os esforços normais nas barras verticais Vi, Vi, V: são obtidos a partir do equilíbrio dos nós A', E e C', conforme indica a Fig. 1V-60, valendo, então:

v: = o , V : = +2,5t; v; = + I ,st.

Fig. IV-59

Os esforços normais nas barras V:, V: e V; são obtidos a partir da ndiçáo Z Y = O de equilhrio para os esquemas da Fig. N-61, valendo: = -5 t; -5

Fig. [V-58

Para obtençáo dos sinais dos esforços normais nas diagonais, analisemos. por exemplo, o equilhrio da Fig.lV-59. Para termos Z Y = 0. D: deve ser de compreaão e D{ de tração (pois o trecho oc tem cortante positivo). O mesmo ocorrerá para as diagonais D 2 e D 3 , pois, são paralelas às primeiras e os cortantes em seus respectivos trechos na viga de substituição são todos positivos. Temos, então:

V: = -0,5 t;

V:'

+0,5 t.

220

Curso de analise estrutural

O esforço normal na barra VJ será de tração, valendo 1 t, conforme a observaçáo b anterior a este exemplo.

Resumindo e levando em conta a simetria existente, os esforços normais na treliça, em foneladas, estão indicados na Fig. N-62.

Estudo das treliças isost&ticas

221

Em se tratando de uma treliça em equilibrio, todos os seus n6s também o estão, o que sugere, para a determinação dos esforços normais atuantes em suas barras, seja feita sucessivamente a análise do equilíbrio de cada um de seus nós que, conforme sabemos, constitui a analise de um sistema de forças aplicadas num ponto material (sendo estas forças as cargas externas e os esforços normais nas barras concorrentes no n6 em questao). Fazendo-se esta analise por via gráfica, sabemos que as forças e esforços normais atuantes sobre o nó devem formar um poligono fechado (condiçao de resultante nula). com o que obtemos os esquemas de equilkio dos diversos nos indicados na Fig. Br-64.

Fig. IV-62

Observ~ção: T6das as aplicaçóes feitas neste tópico foram para treliças simples. O método serve t m b h para as treliças compostas, conforme veremos no item 5 deste capítulo.

Seja a treliça simples, isostática, da Fig. N-63, cujos esforços normais desejamos determinar.

A análise deve ser, evidentemente, iniciada por um n6 no qual 86 tenhamos duas incógnitas (a f i de poder determiná-las) sendo, sucessivamente, estendida aos demais, numa ordem tal que tenhamos sempre duas incógnitas a determinar em cada n6. Observações:

Os autores amdcanos costumam chamar este método, com muita jiistiqa, de M4fodo dos /iguros reciprocas de Maxwell, por ter sido apresentado por J. C. Maxwcll no Philadelphia Magazine iie 1864, enquanto L. Cremona só o apresentou, por escrito, em 1872, no trabalho Lè figure reciproche nelln Sfotico Grofieo. No entanto, como a maioria dos demais autores habituou-se a dar a este método o nome de Cremona, denomina$ão esta já muita difundida nos meias técnicos de nosso pais, preferimos adotar o m e m a caminho.

a) No caso, poderíamos começar a análise de equilibrio pelo nó A ou pelo n6 D; preferimos o n6 A, cujo equilíbrio, conforme o esquema da Fig. 1V-64, nos forneceu os valores dos esforços normais atuantes nas barras @ e @, de compressão, no caso. b) Para o traçado do polígono fechado de equilibrio, marcamos inicialmente, as forças e (ou) esforços normais já conhecidos e, a seguir, pelas extremidades do poligono aberto assim defiido, tiramos paralelas às direçóes dos esforços

222

Curso de análise estruiural

normais incógnitos, cuja interseção determmará o polígono fechado de equilibrio, a partir do qual obtemos os módulos e sinais dos esforços normais desejados. Os sinais dos esforços normais desejados podem ser obtidos (sem que seja necessário fazer o croqui do n6), verificando-se simplesmente se o esforço normal aponta para o n6 analisado (indicando compressão) ou foge dele (indicando tração). Isto pode ser facilmente verificado para todos os'casos da Fig. IV-64. c) No traçado do polígono de equilibrio, dependendo do sentido em que percorremw o nó, ele pode assumir duas configurações diferentes (conduzindo, é claro, ao mesmo resultado). Por exemplo, para o nó A , se ele for percorrido no sentido horário, o polígono de equilibrio será 6 da Fig. IV-64, e, se o sentido for o anti-horátio, ele será o da Fig. N-65 seguinte, sendo idênticos, evidentemente, os resultados obtidos por um ou por outro.

Estudo das treliças irostáticas

223

r) Analisatido-se os polígonos de equilibrio da Fig. IV-64, vemos que cada esforço normal aparece duas vezes, pois seu valor 6 calculado num polígono sendo, depots, na qualidade de valor ~á conhecido, usado na construção do polígono de equilibrio de outro n6. Cada esforço normal 6, portanto, traçado duas vezes. A partir desse fato, surgiu a iddia de se desenharem todos os polígonos de equilibrio numa mesma figura, evitando-se a necessidade de transpor esforços normais de um polígono para outro. Esta id6ia 6 a essência do método de Cremona, que exporemos a seguir.

4.2

- Apresentação

do método

4.2.1 - Notação das cargas e dos esforços normais Adotaremos, para designar as forças externas (cargas aplicadas e reaçóes de apoio) e as forças internas (esforços normais), a notação de Bow. Marcamos com letras minúsculas, conforme indica a Fig. N-66, todos os espaços compreendidos entre as forças (quer exteriores, quer interiores), que seráo designadas pelas duas letras a elas adjacentes.

Apenas para evitar este grau de liberdade no traçado dos polígonos de equilibrio, adotaremos sempre o percurso do n6 no sentido horário. Isto será particularmente importante para o mdtodo de Cremona, que exporemos no tópico seguinte deste item. d) No exemplo dado, obtivemos duas a duas incógnitas na análise do equilibrio dos nós A, E, B, F; quando analisamos o equilibrio do n6 D, apenas o esforço normal na barra@ era incógnito (temos nele, portanto, duas equaçóes e uma só incógnita) e, com isto, ficaram determinados os esforços normais em todas as barras, náo tendo sido necessário analisar o equilibrio do n6 C (para o qual temos, então, 2 equaçoes e nenhuma incógnita). Sobraram, então, três equações de equilibtio, o que já era de se esperar, pois elas f o r m empregadas no cálculo das reações de apoio. Com isto, a análise do equilibrio dos nós C e D nos permite verificar a precisáo do traçado gráfico, bem como a correção das reapes de apoio calculadas, constituindo-se então num excelente teste dos resultados obtidos.

Assim, a reação vertical em A serd denominada nb, a carga horizontal em F será c d , o esforço iiormal na barra BC será ha (ou ah), o da barra BF será gh (ou h g ) , e assim sucessivamente. 4.2.2 - Roteiro do método A partir da introdução feita em 4.1, onde expusemos os fundamentos do método, que coiisistirá no traçado de uma figura únicaenglobando todos Os poligonos de equilibrio de forças e à qual chamaremos cremona, temos 0 seguinte roteiro para seu emprego: a) iniciamos o traçado do cremona analisando o equilibrik de um nó que coiitenha apenas duas barras com esforços normais conhecidos;

Cuno de análise estrutural

224

b) no traçado do cremona, começaremos pelas forças e (ou) esforços normais já conhecidos, deixando as duas incógnitas como duas forças fmais; c) todos os dós serão percorridos no mesmo sentido, quando da análise do seu equilíbrio. Adotaremos este sentido, sempre, como o sentido horário2 (isto para não deixar em aberto um grau de liberdade a ter que ser discutido em cada problema,com a adoção deste sentido de percurso ou de seu inverso);

Estudo das trelips iirostáticas

225

a) Iiiiciaiido pelo nó A , marcamos, no cremona ab = 2 P e, a seguir, b? = 3 P ; por r tiramos uma paralela à barra AE e por a uma paralela a A B , definindo j O poligoiio fechado ahda representa o equilibrio do nó A ; os módulos dos esforços normais nas barras A E e AB são lidos no cremona e iguais a cf e fu, sendo ambos de compressão (os vetores cf e fa convergem para o nó A ) .

d) prosseguiremos o traçado dos cremonas, sempre, por nós onde só haja duas incógnitas a determinar, atc! esgotá-los, encerrando-se então a resoluçáo da treliça.

Como primeira aplicação do moodo de Cremona, refaremos o cálculo da treliça da Fig. IV-63, cujo cremona traçado na Fig. N-67.2 vem detalhadamente comentado a seguir.

b) A seguir, passamos à análise do nó E , para o qual já conhecemos o esforço normal na barra A E . Percorrendo o nó no sentido horário (o que faremos sempre), temos já desenhado no cremona.0 vetor fc; por c tiramos Irna paralela a EF e por f uma paralela a EB, cuja interseção define g. Os esforços iiormais nas barras EF e EB são, entào, dados por cg (compressão)

e gf:(tração), respectivvente.

C) Na análise do nó B, os esforços normais em A 5 e BE já são conhecidos e são representados no cremona por af e fg. Tirando-se, respectivamente, por g e por a paralelas a BF e BC, determinamos h ; os esforços normais nestas duas barras são, então, dados por gh (compressão) e ho (traçáo). d) Na análise do nó F, os esforços normais em BF, EF e a carga horizontal 3P atuante em F estão representados por hgcd no cremona (no caso, os pontos b e d do cremona foram coincidentes). Tirando-se, respectivamente por d e por h, paralelas a FD e FC, determinamos i; os esforços normais stas 7 barras são, então, dados por di (compressão) e ih (traçáo). Analisando o nó D, observamos que temos neste nó elementos. de rificação, pois a Única incógnita é o esforço normal na barra DC. Seu ~lígonode equilibrio, de imediata obtenção, 6 idei, sendo o esforço normal i barra DC dado por ei (tração). A horizontalidade do segmento ei no emona é a verificação a que nos referunos.

O cquilfirio do nó C (cujas forças internas e externas já são todas ~nliecidas) pode ser verificado no memona, onde está indicado pelo )ligono fechado ahiea.

1 I

Escala do cremona

'pode-se, evidentemente, sdotar o sentido inverso.

Observações:

a) Durante o traçado do cremona, não precisamos nos preocupar se o esforço normal obtido é de t r a e o ou de compressão. Faremos esta análise

quando 0 cremona jd estiver pronto, análise esta imediata, conforme esclarece o exemplo seguinte.

Seja obter a natureza do esforço normal atuante na barra BF. Analisando o equilibrio do nó F, por exemplo, o esforço na barra será dado por hg (110 sempre percorrido no sentido horário), que converge para o nó. sendo, portailto, de compressão.

xsnido das treliças isostáticas

O mesmo esforço podena ser obtido pela análise do nó B , sendo dado por gh, que converge para o nó, sendo (6 evidente) de compressão. b) Os módulos idos esforços normais são lidos em escala no cremona.

c) O mitodo de Cremona, devido à sua enorme simplicidade, 6 o universalmente adotado na resolução das treliças. ? ! superado pelo de Ritter apenas para treliças de altura constante, para as quais este mbtodo permite uma soluç~omuito rápida e elegante, em Função da viga de substituição,para os casos de carregamento vertical. 4.3 - Exemplos Ex. N.12

- Resolver

a treliça da Fig. IV-68.

Escala do Crernona Fig. IV-70

Fig. IV-68

Adotando-se a notação indicada na Fig. IV-69, teremos o cremona da Fig. IV-70, iniciado pelo nó A , que fornece, em toneladas, os esforços normais assinalados na Fig. N-71.

Fig. IV-71

a) Poderíamos ter traçado o cremona para meia treliça apenas, pois sabemos que os esforços normais será0 simétricos. Preferimos, entretanto, traçá-lo completo, a fm de melhor exercitar o leitor. b) O esforço normal nulo na barra GD poderia ser obtido a priori por simples análise da condição C Y = O de equilíbrio do nó D. Ex. N.13 - Resolver a treliça da Fig. IV-72. Sendo as reaçbes de apoio as indicadas na Fig. IV-72 e a notação adotada a da Fig. IV-73, teremos o cremona da Fig. [V-74, cujo traçado é iniciado pelo nó G. Os esforços obtidos encontram-se indicados, em toneladas, na Fig. IV-75.

Curm de análise estrutural

228

Na treliça deste exemplo, poderíamos ter obtido as reações de apoio pelo cremona; preferimos, no entanto, calculá-las previamente, a fun de ficarmos em condições de fazer as verificações de equilibrio no cremona traçado.

Estudo das treliças isostáticas

229

Fig. IV-75

Ex. IV.14 - Resolver a treliça da Fig. IV-76 pelo mbtodo de cremona, eliminando previamente as barras que têm esforço normal nulo.

Escala:lcm lt Fig. IV-74

Pela análise sucessiva do equilibrio dos n6s D, K, L, E, F, I, N, H, M, verificamos que são nulos os esforços normais nas barras DK, KE, EL,

Curso de analise estrutural

230

EA, AF, IN, NH, HM e GM, podendo a treliça ser representada sob a forma mais simples da Fig. [V-77.

tudo diw treliças isost6ticas

231

5 - TRELIÇAS COMPOSTAS

Já vimos, i10 item 1 deste capítulo, qual é a lei de formação interna de uma treliça simples, que é uma treliça isostática.

~;~oiiliamos,agora, a aglutinação de duas treliças simples por um sistema de ligação isostático, conforme iiidicam as Figs. 1V-79 e IV-80.

Fig. IV-77

Sendo as reapes de apoio as indicadas na Fig. IV-77 e o cremona o da Fig. IV-78, iniciado pelo nó J, obtemos os esforços normais nas barras da treliça indicados, em toneladas, na Fig. IV-77. Fig. IV-79

Fig. 1V-80

Na Fig. 1V-79, temos a ligapo de dois sistemas indeformáveis isostáticos (as duas treliças simples hachuradas) por trés barras não paralelas nem coiicorrentes no mesmo ponto (barras @ e @), ligação esta, pois, indeformável e isostática (pois restringe, e estritamente, os três graus de liberdade que cada uma das treliças simples teria em relação à outra). Trata-se, então, de uma treliça isostática,à qual chamaremos treliça composta, 'obtida pela ligaçào de duas treliças simples por três barras náo paralelas nem concorrentes no mesmo ponto. (Fazendo o teste da isostaticidade, temos: r + h = 3 + 29 = 32 = 211, pois o numero de nós é igual a 16.)

Escala de cremona: lcm-

Na Fig. ]V-80, temos a ligação das mesmas duas treliças simples hachuradas Por uma róiula (C) e por uma barra não concorrente com a rótula, ligaçáo esta tambem indeformável e isostática (pois restringe, e estritamente, 0s três graus de liberdade de uma treliça simples em relação à outra). Trata-se, pois, de uma treliça isostática, à qual chamaremos também treliça composta, obtida pela ligação de duas treliqas simples por m a rótula e por uma barra não concorrente com esta rótula. (Fazendo o teste da isostaticidade, t'emos r + b = 3 + 77 = 30 2 n, pois o número de nós 6 igual a 15.)

Observações : a) Notar a conveniência de se fazer uma análise pr6via da treliça, eliminando as barras com esforço normal nulo (no caso, a quantidade de barras foi reduzida de 25 para 7) antes do traçado d o cremona. Aconseihamos ao leitor fazer sempre esta análise prévia. b) k? comum existir, numa treliça, uma certa quantidade de barras com esforço normal nulo, pois trata-se de um recurso (ewnômico) adotado para limitar o comprimento de flambagem de barras comprimidas. No caso, elas dividiram por 3 este comprimento de flambagem, que seria d m m para as barras AC e BJ.

Observaçüo. É claro que poderíamos ligar as treliças simples por maior número de barras do aue o indicado nos exemulos das Fies. IV-79 e IV-80. Estaríamos, entáo, obtendo treliças compostas hiperestáticas, ao invés de isostáticas.

Curso d e an8lise estrutural

232

Emido das treliças isost8ticar

5.2

Definiremos, então, treliças compostas isostáticas como sendo aquelas obtidas pela Iigação detreliças simples por: a) três barras não paralelas nem coiicorrentcs no mesmo ponto; b) um nó e uma barra não concorrente com este nó. Damos a seguir, na Fig. lV-81, diversos exemplos de treliças compostas, obtidas pela ligação de treliças simples pelas três barras e @ indicadas:

233

Método de resolução

A resoluçào das treliças compostas pode ser feita recair na das treliças simples que a constituem. mediante o cálculo prévio dos esforços nos elementos de interligação das treliças simples, o que permitirá isolá-las uma da outra para fins de cákulo estático. Os exemplos seguintes esclarecem.

IV-84.1

Fig. IV-8 I

IV-84.2

Fig. IV-84

Em muitos casos, conforme indicam as Ftgs. IV-82 e IV-83, podem ser imaginadas duas diferentes leis de formação para a mesma treliça composta (ou por ligação das treliças simples por três barras ou por ligaçao através de um nó C e de uma barra sendo indiferente, para a sua resolução, imaginar uma ou outra (o trabalho de resolução será equivalente).

0, 0, a 0).

Dando-se a seção de Ritter S-S na treliça da Fig. IV-84.1, acharemos, @ e @ da ligação e, a partir dela, os esforços normais nas barras a partir daí, s u a resolução recair8 na das treligas simples independentes indicadas na Fig. IV-84.2.

0, I

Fig. IV-82

Fig. IV-85

Kompendo-se a treliça da Fig. IV-85.1 na rótula C e na barra DE, ficamos com o esquema indicado na Fig. IV-85.2. Estudando o equilíbrio de uma das partes: em que a treliça ficou dividida, obtemos os valores das forças de ligação Vc,//C.e N , , a partir das quais podemos resolver, isoladamente, as duas treliças simples da Fig. IV-85.2.

234

Curm de análise estrutural

Emdo dar treliças ismt4ticar

235

a) Supondo que, iiiadvertjdamente, tivéssemos iniciado diretamente a resolução de uma treliça composta pelo método de Cremona, não conseguiríamos chegar ao fim do cremoiia, pois esbanariamos, logo a seguir, com nós com três incógnitas a determinar, tendo que interrompê-lo então. b) Pelo método de resolução exposto, notar a importância da análise prévia da lei de formação da treliça composta, pois é esta análise que nos indicará quais as Forças de ligação a determinar, a fim de ser possível a decomposição da treliça composta nas treliças simples que a constituem. Feita a decomposição, cada uma das treliças simples componentes é resolvida, geralmente, pelo método de Cremona (nada unpedindo, entretanto, o emprego do método de Ritter, especialmente indicado apenas se a treliça for de altura constante). c) As seções de Ritter necessárias à obtenção dos esforços normais nas barras de ligação em treliças compostas podem assumir, em alguns casos, formas curiosas, conforme é o caso das treliças da Fig. IV-81, cujas seções de Ritter estão indicadas nas Figs. IV-86 a IV-88.

Notar que, em todos estes casos, as seções de Ritter atravessam, além das rras @ e @ de l i g a w , também outras barras da treliça, mas, mo estas outras barras são atravessadas 2 vezes, seus esforços normais se toequilibram, nno se constituindo em incógnitas adicionais a determinar partir da seçáo de Ritter dada. A obtenção dos esforços N,, N1 e N , ligação é feita a partir da análise do equilíbrio das forçts indicadas nas 5s. N-86.2 a N-88.2.

d) Embora não seguindo especificamente a lei de formação definida em 5.1 para as treliças compostas, classificaremos também como tal as treliças inciicadas nas Figs. IV-89.1 e N-90.1 que resultaram da substituição das ba rias superiores por treliças secundárias.

IV-86.1

IV-86.2 Fig. IV-86

Elas serão resolvidas nomiahente, como se as barras superiores fossem rel.as (sendo nelas obtidos os esforços normais N i e N2 atuantes), conforme indicam as Figs. N-89.2 e N-90.2, sendo, após, corrigidos apenas os valores encontrados para as barras de substituiçáo das treliças secundárias, segundo os esquemas das Figs. N-89.3 e N-903.

Cuno de análise estrutural

236

e) Podemos ter também a ocorrência.de vigas Gerber treliçadas, que serao classificadas como treliças compostas e resolvidas a partir da viga Gerber de substituiçáo segundo os prmcípios estudados no t6pico 3.3 deste capítulo. Por exemplo, a treliça da Fig. IV-91.1 será resolvida normalmente, a partir da viga Gerber de substitu~çáoda Fig. IV-912.

Estudo das treliças isostátim

Fig. 1% 92-'

Fig. N - 9 3

Fig. IV-91

5.3 - Aplicações

( 0 sinal positivo confirma o sentido arbitrado, sendo o esforço, pois, de compressáo.)

Ex. N.15 - Obter os esforços normais atuantes na treliça da Fig. IV-92. Sendo a treliça composta formada pela associação, através das barras DE, CJ e HI, das treliças sunples ACDI e EFBJ, a seçso de Ritter 3-S da Fig. IV-93 nos fornecerá os esforços normais nestas barras de Iigaçáo, que valem. Por E Y = O N, = N , P o r z M ~ = o : 1 0 X I O - ~ N l = O r. N I = + 2 0 t

Para obtenção dos esforços normais atuantes nas barras da treliça, bastará resolver a sua metade, pois ela é simétrica e o carregamento atuante também o é. A partir do cremona da Fig. IV-94, obtemos os esforços normais atuantes, indicados na Fig. IV-95, em toneladas.

Curso de análise estrutural

238

Estudo das treliças isostáticas

Ex. N.16

- Obter

239

os esforços normais atuantes na treliça da Fig. N-96.

)10t

Fig. IV-%

Sendo a treliça formada pela associação de duas treliças simples atraves da .,tula C e da barra calculamos, a partir do esquema da Fig, IV-97, as forças Ni, Vc e H c de ligação, que valem:

-20

Por 2 Y = O : VC = O (Notar que, como em C existe uma carga concentrada aplicadai podemos dividi-la em dois quinhões arbitrários, um para cada uma das treliças simples, servindo o v$or de Vc para corrigir estes quinhks arbitrados.) PorZMc= 0 . 3 X 6 - 2 x 3 - 4 N l =

N l = 3t.

Por 2 X = O : HC = 3t.

Fig. IV-95

Para obtenção dos esforços normais atuantes nas barras da treliça, bastará resolver a sua metade, pois a treliça e o carregamento nela atuante são simétricos.

240

Curso de analisa pmitursl

A partir do cremona da Fig. IV-98, obtemos 0s esforços normais atuantes indicados na Fig. IV-99, em toneladas.

Estudo das treliças isonáticas

241

6 - TRELIÇAS COMPLEXAS

Seja a treliça da Fig. 1V-100. Trata-se de uma treliça que tem r + b = = 3 + 11 = 14 e 2n = 2 X 7 = 14 satisfazendo, portanto, a condição r + b = 2n (condição necessária de isostaticidade). Por outro lado, não identificamos nela as leis de formação de treliça simples ou composta. Trata-se, pois, de uma treliça provavelmente isostática,que não é simples nem composta, que classificaremos como treliça com plexa. P'ig.N-i00 .

A classificação de uma treliça como complexa 6,então, feita porexclusáo. Não podemos afirmar de imediato que ela seja isostática, porque a relação r + b = ui é condição apenas necessária, mas não suficiente para garantir a isostaticidade, podendo a forma da treliça ser instável, caso em que será chamada de forma crítica. O reconhecimento de uma f ~ r m acritica será imediato, a partir do método de Henneberg, que é o método geral de resolução das treliças complexas, que desenvolveremos a seguir. ~~

6.2 - Mktodo geral de resolnção das treliças complexas (Método de Henneberg) Seja a treliça complexa da Fig. IV-101.1. Se, ao inv6s das barras AH e FB, tivéssemos as barras CF e DH, conforme indica a Fig. IV-101.2, ela seria um: treliça simples, cuja resolução sabemos fazer.

Emido dar treliçar isoatátieas

Esta foi exatamente a idéii de Henneberg, que formulou o problema de resoluçáo da treliça complexa dada na Fig. IV-101.1 como sendo o problema da obtenção dos valores das forças Xl a aplicar nos nós A e H, com sentidos opostos e direção AH, e Xz nos nós,B e F, com sentidos opostos e direçáo B F e tais que os esforços normais nas barras CF e DH (que não existem na treliça dada) sejam nulos, conforme indica o esquema da Fig. IV-102.1.

243

Sendo A o determinante das incógnitas do sistema anterior, a treliça complexa será, de fato, isostática se ele for diferente de zero.

Se o determinante for nulo, isto indicará que a treliça complexa é uma forma crítica (instável). Generalizando, podemos enunciar o seguinte roteiro para resolução de treliças complexas pelo método de Henneberg: I?) rompemos barras (o menor número possivel) na treliça complexa dada, substituindeas por igual número de barras, de tal modo a obter uma treliça simples de substituição; 20) obtemos os esforços normais na treliça simples de substituiçáo devidos a) ao carregamento externo aplicado (No) b) a pares de cargas unitárias, de sentidos opostos, colocadas nos nós extremos e na direção de cada uma das barras rompidas na treliça complexa dada (NI,NZ....N~); 30) caiculemos os valores das forças X, tais que façam com que os esforços normais, na treliça de substituição, nas barras cnadas no lugar das rompidas, sejam nulos, a partir de um sistema de equações da forma:

É fácil ver que, se as forças Xl e X, (que agem estaticamente como se fossem os esforços normais atuantes nas barras AH e BF) forem tais que os esforços normais nas barras CF e DH (que criamos no lugar das barras AH e BF) sejam nulos na treliça de substituição, o esquema pstático da Fig. N-102.1, reproduzirá fielmente o da treliça complexa dada na Fig. IV101.1, resolvendo-a então.

(Esforço normal final é nulo na barra @ de substituiçáo)

Para obter estes valores de X1 e XZ, é mais ficil proceder-se por superposição de efeitos, conforme indica a Fig. IV-102. Obtemos, sucessivamente, os esf0rços normais No, N, e Nz atuantes nas barras da treliça de substituiçãg, devidos, respectivamente. ao carregament3 externo aplicado, a Xi = 1 e a Xz = 1 (Figs. IV-102.2, IV-102.3 e IV102.4). Como os esforços normais finais devem ser nulos nas banas CF e DH, ter: + N,@x, t dFxZ= O (esforço final em CF é nulo)

L@+ A,:

, ,t

l N + ~+ ~

N ~ H x ~NfHxZ = O

(esforço final em DH d nulo)

A resolução deste sistema de equaçaes nos fornece os valores de X1 e Xz desejados (que representam os esforços normais verdadeiros atuantes nas barras AH e BF), sendo os esforços nas demais barras dados, a partir do esquema da Fig. N-102, por N = No + NIXi + NzXZ.

(Esforço normal final é nulo na barra @ de substituição)

@xi + ... + N,,Ox,, = O

[Esforço normal final 6 nulo na barra @ de substituição)

40) os esforços normais corretos atuantes na treliça complexa são dados, em cada barra, por:

I I

N = No + N, X, + ... + NiX, + ... + NnXn, sendo No, Ni, .... Ni, 0s esforços definidos na 2a fase do método.

.... N,

Obsemções: a) Quando forem estudadas as estaturas hiperestáticas (no Vol. I1 deste CUBO),o leitor notará a grande semelhança de concep+%oexistente entre o

244

Curso de análise estrutural

Estudo das treliças iroabticsr

246

método geral de resolução das estmturas hiperestáticas (método das forças) e o método geral de resoluqão das treliças complexas (método de Henneberg). A única diferença é que, no caso do método das forças, as equações são de compatibilidade elistica e, no método de Henneberg, de compatibilidade estática. b) A resolução das treliças complexas é, evidentemente, muito mais trabalhosa que a das demais treliças isostáticas, daí o seu nome.

c) A condição de forma crítica (treliça instável) para uma treliça complexa é que o determinante das incbgnitas X do sistema de equações seja nulo. d) Na grande maioria dos casos comuns de treliças complexas, basta se fazer a substituição de uma de suas barras para transformá-la numa treliça simples. Servem como exemplos as treliças complexas das Figs. IV-103.1 a N-107.1, cujas treliças simples de substituição estão indicadas nas Figs. IV103.2 a IV-107.2. (As barras de substituição, para melhor identificação, estão indicadas em tracelado.)

e) Em alguns casos de simetria da treliça complexa e do carregamento atuante, podemos resolvê-la sem ter que empregar o método de Henneberg, conforme ilustra o caso da treliça simétrica da Fig. IV-108 submetida ao carregamento indicado. (Esta treliça duma treliça ciássica, denominada treliça Wichert, muito usada em pontes.)

246

Curso de análise estrutural

Estudo das treliças isostáticas

Devido à simetria existente, podemos afirmar que as reações em A e B são iguais, sendo as reaçóes de apoio, entáo, as indicadas na Fig 1V-108. A partir da seçáo de Ritter S-$, temos, conforme indica a Fig. IV-109, Por CME = O : Vl(li + I,) --t v2a PI2 = O 2 cos <r

247

Adotando-se a mesma numeração adotada na exposição teórica, temos: I?) Treliça de substituição Substituindo-se na treliça dada, a barra A F pela barra EC, obtemos a treliça de substituiçáo indicada na Fig. IV-I 11.

(O valor do esforço normal na bana FD foi obtido pela análise do equilibrio do nó D.) A condição de equilíbrio C Y = 0-das forças da Fig. IV-108, nos permite escrever: 2Vi

v,-2P=

Fig. IV-109 20) Esforços normais na treliça de substituiçáo a) Para o carregamento externo ( N o )

As equações e @ formam um sistema qde, resolvido, nos fornece os valores das reaçks de apoio, a partir dos quais podemos traçar o cremona para a treliça, desta forma, resolvendo-a.

Estando as barras com esforço nulo indicadas em pontilhado, temos, a partir do cremona da Fig. IV-112.2, os esforços normais, indicados em toneladas na Fig. IV-112.1.

6.3 - Aplicações

Ex. IV.17 - Resolver a treliça complexa da Fig. 1V-110.

I TV-II2.l

Escala do cremona : lcm-lt IV-112.2

Curso de análise emutural

248

b) Para XI= I 1 (NI) Temos, a partir do cremona da Fig. IV-113.2, Os ~?sforçosnormais, indicados em toneladas na Fig. [V-1 13.1.

Estudo das treliças isústáticas

249

Resumindo, temos:

Fig. [V-113.1

30) Cálculo de X, Impondo a condição de ser nulo o esforço normal na barra CE, temos:

yOE+~1xI = O :.

-0,9-0,6X1 = O

40) Esforços finais

Os esforços finais nas barras valerão, então: V = No - 1,5N,

Escala do cremona : lcm

0.4~

Fig IV-113

Observação: No traçado do cremona, supusemos a existência de uma rótula no cruzamento das barras CG e RE, a fim de não haver ambiguidade na notação de Bow. (Isto não altera a estaticidade da treliça, pois equivale à introdução de um novo nó e de duaz novas barras.)

Xi = - 1 , s

250

Cuno de andlise emumia1

Seu cálculo está feito na tabela ar~tenore os resultados indicados, em toneladas, na Fig. 1V-114.

7 I

Ex. N.18 - Mostrar que a treliça complexa da Fig. IV-115 é uma forma crítica.

Fig. IV-I15

Bastará mostrar que o determinante das incógnitas no método de Henneberg é nulo. Sendo a treliça de substituição a da Fig. IV-116, obtida pela substituição da barra EF pela barra FI, temos, fazendo X,=l :

NP=O

251

~ dasdtreliças o ismtáticas

- TRELIÇAS COM CARGAS FORA DOS

NÓS

7.1 - Método de resoluçáo Seja a treliça da Fig. IV-117, submetida ao carregamento indicado.

Fig. N-117

A barra FG tem carregamento diretamente nela aplicado, carregamento este mdicado em separado na Fig. IV-118.1 e que pode ser encarado como a superposição dos carregamentos das Figs. IV-118.2 e IV-118.3,em que as forças F, e F2,na Fig. IV-118.2, são duas forças tais que equilibrem o carregamento atuante na barra.

Fig. IV-118

(Notar que uma das forças pode ter direção inteiramente arbitrária, sendo a da outra determinada de tal forma que as suas direções se interceptem com a da resultante das cargas atuantes sobre a barra num mesmo ponto.) Fig. IV-116

Sendo este valor, no caso, o determinante da incógnita (Única) X,,concluímos que a treliça dada é uma forma crítica, sendo então instável.

A partir da Fig. IV-118, podemos dizer imediatamente que a resoluçãõ da treliça dada é a soma dos dois casos indicados nas Figs. IV-119.2 e IV-119.3.

252

Cursa de analise estrutural

253

;tudo das treliças isastáticas

sultante que a das cargas agindo sobre as barras (as cargas já atuantes nos nos são evidentemente mantidas); 2) resolvemos a treliça para o carregamento assim obtido; 3) os esforços normais finais, atuantes nas barras primitivamente descarredas, são os obtidos em 2;

Fig. IV-119

A resolução do caso da Fig. IV-119.2 não apresenta dificuldades, pois trata-se de uma treliça com cargas nos nós, problema este mja solução já foi estudada no itzm anterior; mais simples ainda é o caso da Fig. IV-119.3, pois, como o carregamento aplicado é auto-equilibrado, não existirão reaçáes de apoio nein esforços normais nas outras barras da treliça que não FG trabalhando, para ele, apenas esta última, segundo o esquema da Fig. IV118.2. Em resumo, os esforços normais (definitivos) em todas as barras descarregadas serão os obtidos pela resoluçáo da treliça para o carregamento indicado na Fig. IV-119.2; a barra carregada FC deverá ser estudada para a superposição dos dois casos da Fig. IV-119 (o primeiro fornecendo um esforço normal N, e o segundo dado pela Fig. IV-118.2), tendo, então, o esquema de cargas indicado na Fig. IV-120, a partir do qual podemos traçar seus diagramas solicitantes.

4) as barras primitivamente carregadas ficarão submetidas a diagramas ~licitaiites,obtidos destacando-as da treliça e aplicando-lhes o carregamento sobre elas existente, acrescido das duas forças mencionadas em 1, aplicadas com sentido inverso, e de duas forças axiais opostas, aplicadas em suas extremidades e iguais aos esforços normais obtidos em 2 para estas banas. Observação: Quando todas as forças aplicadas na treliça sáo paralelas, é muito mais cõmodo se utilizarem as forças substitutas (a que se refere o iteni 1 do roteiro de resolução indicado), paralelas à direção do carregamento atuante. 7.2 - Aplicações

Ex. IV.19

Traçar os diagramas solicitantes para a treliça da Fig IV-121.

Fig. IV-121

As reaçáes de apoio valem:

Partido das conclusões deste exemplo, podemos estabelecer o seguinte roteiro para a resoluç20 de treliças com cargas fora dos nós:

P O r C M A = O . . . ~ V B l=X 3 + 1 X 7 + 6 X 4 + 4 X 1 , 5 X S .: VB = 1 6 t Por 2 Y = O . . VA = 2 t, estando seus sentidos indicados na Fig. IV121.

1) substituímos as cargas atuantes diretamente nas barras por duas forças agindo nos 116s que limitam estas b m , forças estas que devem ter a mesma

(DE e DC).

Temos duas barras com carregamento diretamente aplicado sobre elas

Cursa de analise emutaiml

254

As forças de substituição (Fc, FD, FE) estão indicadas nas Figs. IV-122 e IV-123; aplicando-as na treliça em sentido inverso (aliadas as forças já existentes nos nós), obtemos o esquema da Fig. IV-124, cujos esforços normais estão indicados, em toneladas, na própria figura.

Fii. iV-123

Fig. 1V-122

Estudo das treliças isostáticas

255

Para as barras AE, EC e AC (barras primitivamente descarregadas), estes esforços normaisjá serão finais;as barras DE e DC (primitivamente carregadas) ficarão submetidas a diagramas solicitantes determinados a partir dos esquemas de forças indicados nas Figs. IV-125 e IV-126 (representando a superposição dos esquemas das Figs. IV-122 e IV-123 com os esforços normais obtidos na Fig. IV-124). Os diagramas solicitantes finais são, então, os indicados na Fig. IV-127.

Cuno de snhlise estrutural

258

Obseiw@o: Notar que, para a barra CD (barra com carregamento perpendicular a ela), o diagrama de esforços normais é dado diretarnente, a partir do esquema da Fig. IV-124 e os diagramas de esforços cortantes e de momentos íietores são obtidos a partir do esquema da Fig. IV-123 (esquema de viga biapoiada).

~ ~ t das ~ direiiças o isostáticas

Resolvendo a treliça da Fig. N-129, temos, devido às cargas de 2 t atuantes no meio das barras EF,FC e GH, forças de substituição de 1 t atuantes nos seus extremos, conforme indica a Fig. 1V-130, conduzindo ao esquema de resolução para a treliça dado na Fig. N-131.

Ex. N.20 - Obter os esforços normais atuantes nas barras @) a @ da treliça da Fig. IV-128.

Fig. IV-130

t v;,

+-3m+a4~1-3m++2~~

Fig. N-128

Conforme a obseivação d contida no tópico 5.2 deste capítulo, a treliça dada resulta da substituição das banas EF, FC e C H da treliça da Fig. IV-129 pelas treliças secundárias indicadas na Fig. IV-128.

Fig. IV-131

A partir do esquema da Fig. IV-131, obtemos na barra FG o esforço nonnal

Os esforços normais nas barras @ a @ são, então, obtidos partindo do $quema da Fig. IV-132.1 e seus valores, obtidos do cremona da Fig. f-132.2, são: Qii

N-129

''h

Nk)

- 6,08 t

e NO =

= N~

Cuno de análise estrutural

258

259

~ das dtreligas o isostáticas

,,,as),

num número total de 12. Sendo 4 o número de nós, o número de para determinação dessas incógnitas é também 3 X 4 = 12, tratando%, pois, de uma treliça isostática e indeformável. A partir deste exemplo, dizer também que um ponto fica fixo no espaço se estiver ligado, através de três barras não-coplaoares todas as três, a três outros pontos fxos. Seja, agora, a treliça da Fig. IV-134, constituída internamente por um tetraedro ABCD e sendo apoiada externamente sobre seis barras-apoios do 1 0 gênero, apoios externos esses que são isostáticos (possuímos as seis equações universais da Estática no espaço para determinar estas 6 reaçaes de apoio), desde que seus eixos não possam ser interceptados, todos, por uma mesma reta ou desde que não sejam, todos eles, paralelos entre si. Temos, então, no caso, 12 incógnitas (esforços normais nas 6 barras do tetraedro e 6 reações de apoio) e 12 equações de equilíbrio (nSs A , B, C, D ) sendo ela então isostática.

Escala d o cremona :lcrn-lt Vi. N-132

- INTRODUÇ~OAO ESTUW DAS TRELIÇAS ESPACIAIS

a) Seja a treliça da Fig. N-133, cujas barras AD, BD e CD não são, todas as três,coplanares.

Fig. lV-134

b) A pai'tir destes dois exemplos, podemos estabelecer a lei de fo~mação Ias treliças simples naI espaço que é, então, a seguinte. 'L I__ -*. r a ~:~ ~ i iuas u u duas configurações fundamentais de treliças isostáticas no espaço, dadas pelas Figs. IV-133 e IV-134, obtivemos novas treliças, obtidas pela adição, a partir da treliça já existente, de três a três novas barras, cada tr2s delas concorrentes num novo nó (e não sendo todas as três copla-. Ilares), ten:mos foirmadas novg treliças isostáticas, % quais chamaremos t reliças simples. Os exemplos das Figs. IV-135 e IV-136 representam, passo a 1>asso, a f armação das treliças simples indicadas nas Figs. IV-135.3 e ,.r ""-&

I '

Em se tratando, pois, de uma estmtura no espaço, a análise do equilibno de cada nó será regida pelas três equações 2 X = 0, 2 Y = O e Z Z = 0, que regem o equilíbrio de um ponto material no espaço. O número de incógnitas do problema é igual a (3 X 3 reações de apoio + 3 esforços flor-

.-, -

260

Curso de analise estrutural

Estudo das treliças isostáticas

261

d) Analogamente também ao caso das treliças planas, as treliças isostáticas no espaço podem ser classificadas, quanto à sua lei de formação, em simples, compostas e complexas. Observação: A lei de formação das treliças simples já foi estudada no tópico a deste item. e) As treliças compostas resultarão, como no caso das treliças planas, da associação de treliças simples por uma interligação isostática que, no caso de treliça espacial, é dada através de seis barras, não concorrentes todas elas no mesmo eixo, nem paralelas, todas elas, entre s i

O exemplo da Fig. IV-137 esclarece esta lei de formação.

Observação: Para o exemplo da Fig. IV-136, não representamos os seis apoios do 19 gênero para não carregar a figura. Os esforços normais, numa treliça simples no espaço, serão determinados pela analise sucessiva do equilibrio de cada um de seus nós, que deve ser iniciada evidentemente pelos nós em que só tenhamos três esforços normais a determinar. prosseguindo-se desta maneira até o fim. Estes esforços normais podem ser determinados analiticamente (escrevendo-se as equações 2 X = 0, ZY = O e XZ = O em relação a 3 eixos triortogonais), ou graficamente (utilizando-se a Geometria Descritiva). c) Sendo n o número de nós da treliça, b o seu número de barras e r o número de reações de apoio a determinar, as condições necessárias para que esta treliça seja hipostática, isostática ou hiperestática são, respectivamente: b+r<3n, b+r=3n, b+r>3n. Por motivos inteiramente análogos aos apontados para as treliças planas no item 2 deste capitulo, as condiçóes b + r = 3n e b + r > 3 n são apenas necessárias para que a treliça seja, respectivamente, isostática ou hiperestática; apenas a condição b + r < 3n é necessária e suficiente para que a treliça seja hipostática.

No caso, temos as duas treliças simples tracejadas, unidas pelas barras

@ a @ , ficando então constituído um todo internamente rígido, apoiado sobre os seis apoios do 19 gênero indicados, que dão rigidez externa ao conjunto. Para resolver esta treliça composta, agimos como no caso das treliças planas, cortando as barras de ligação por uma seção de Ritter e obtendo seus esforços normais a partir da análise do equilíbrio de um dos trechos em que a treliça ficou dividida por esta seçáo. Conhecidos os esforços normais nas barras de ligação, recai o estudo de treliça composta no das duas treliças simples que a constituem. f)As treliças complexas são classificadas, por exclusáo, como sendo as treliças isostáticas que não são simples nem compostas. Seu método geral de resolução é ainda o método de substituição de barras de Henneberg, obedecen'0 ao roteiro indicado no item 5 deste capitulo. Como exemplo de treliça

262

Curso de analisa emutural

complexa, apresentamos a treliça auto-equilibrada da Fig. N-138.1, cuja análise deverá ser feita a partir da treliça simples de substiniição da Fig. IV-138.2, onde indicamos a barra de substituição em tracejado.

~~md daso treliças irortáticas

263

9 - PROBLEMAS PROPOSTOS '

9.1 - Classificar, quanto

estaticidade, as treliças da Fig. IV-139.

TV-139.1 IV-139.4 TV - 139.2 N - 139.5 IV-139.3 N-139.6 Fig. IV-139

la$sificar, quanto

No caso das treliças complexas deverá ser feita sempre a verificação de que ela não se trata de uma forma critica, verificação esta feita a partir da condição do determinante das incógnitas do método de Henneberg ser diferente de zero.

a) Em muitos casos (que náo trataremos nesta Intmdução ao estudo dar treliças no espaço), o estudo da treliça espacial pode ser muito simpluicado a partir de considerações de simetria ou a partir da divisão da treliça espacial dada, em função do carregamento atuante, em treliças planas que a constituam. b) Recomendamos ao leitor que desejar se aprofundar um pouco mais no estudo das treliças espaciais a leitura do capítulo correspondente no livro Theov of Smctures de S. Timoshenko e D.H. Young.

lei de formação, as treliças isostáticas da Fig.

264

Curso de anรกlise esirutural

9.3 - Obter os esforรงos normais atuantes na treliรงa da Fig. IV-141.

~ s n i d odar treliรงas iratรกticas

9.6 - Idem para a treliรงa da Fig. 1V-144

Pig. IV-141

9.4

- para a treliรงa

- Idem,

da Fig. IV-142. 9.7 - Faltani seis diagonais. uma para cada painel retangular, para a treliรงa da Fig. IV-145. Pede-se:

a) dispor estas diagonais de modo que trabalhem h traGZo para o carreganietito iiidicado: b) calcular os esforรงos' normais em todas as barras para o carregamento indicado.

t &-a-----&a-a&a4 P i i 1V-142

9.5 - Idem para a treliรงa da Fig. รญV-143. 178.

IV-145

9.8 - Determinar os esforรงos normais atuantes na treliรงa da Fig. [V-146.

Pig. N-143

266

9.9

CUM de analise estrutural

- Idem para a treliça da Fig. IV-147.

~stpdodas treliças isostáticas

9.12

267

- Idem para a treliça da Fig. IV-150.

(Sugere-se verificar previamente que barras têm esforço normal nulo.)

---

-Fig. IV-150

9.10

- Idem para a treliça'da

Fig. IV- 148. 9.13 - Idem para a treliça da Fig. IV-151, a j a s barras AB, BC, C a u E , EF e FG constituem um semi-octógono regular.

9.1 1 - Idem para a treliça da Fig. IV-149. 9.14 -.Idem para a treliça da Fig. IV-152.

-a+a+a+a+a+a+

Fig. W-152

Emido das treliças ioortdticas

9.19

9.15 - Idem para a treliça da Fig. N-153.

269

- Idem para o reticulado da Fig. TV-157.

+-h-a+a+-k

Fig. 1V-153

9.16

Idem para a treliça da Fig. IV-154.

9.20 - Deteminar os esforços normais atuantes nas barras da treliça da Fig. TV-158. Sugerw levar em conta a simetria existente.

9.17 - Demonstrar que as treliças complexas da Fig. IV-155 sáo formas criticas.

.+s+.+.+.+

9.18 - Obter os diagramas solicitantes para o reticulado da Fig. IV-156.

270

Cursa de andlise estrutural

10 - SOLUÇÃO DOS PROBLEMASPROPOSTOS3 9.1

- a) 2 vezes hiperestática; b) isostática; c) hipostática; d) isostitica; e) isostática; f) 3 vezes hiperestitica

9.2

- a) simples; b) simples; c) complexa; d) simples; e) complexa;

O composia 9.3

AS barras de treliça desenhadas em pontilhado nas respostas têm esfoqo normal nulo(náo trabalham) para o carregamento indicado.

Estudo das treliças isortaticas

271

272

Curso de analise estrutural

E m d o das treliรงas isonรกticas

273

Curto de anáiire anutural

274

9.18 Além dos esforços normais da figura seguinte, a barra horizontal supedor possui os diagramas suplementares indicados à parte:

CAPITULO V

STUDO DAS ESTRUTURAS ~OSTÁTICAS NO E S P A ~

9.19 - O reticuladotrabalha exclusivamente ao esforço normal, à exceção da bana AB (com a carga de 4t), submetida aos diagramas suplementares indicados à parte.

co>o DAS GRELHAS ISO~ATICAS

Ja sabemos que um sistema de forças no espap, referidas a um sistema y, z, 6 regido pelas seis equaçoes universais da Estática

Z Y = O , XZ=O, ZMx=O, ZMy=O, ZMz=O, .cando as três primeiras que a resultante das forças 6 nula e as trés mas que seu momento resultante também 6 nulo.

Seja, agora, o caso particular de um sistema de forças no espap, todas elas paralelas entre si, conforme indica a Fig. V-1 .

-P& 9.20 - As 8 barras inclinadas têm N = 7 e as 4 situadas no plano horiP mntal têm N = +-.A

Sendo todas as forças paralelas ao eixo O,, verificamos que as equaç6es da Estátii Z X = O, ZY = O e Z M z =O se transformam em meras identidades, pois, se todas as forças sao paralelas ao eixo 02, elas nao terãõ componentes nas direçóes dos eixos Ox e 'Oy nem P i i v-1 fornecerão momentos em relaçgo ao eixo Oz, por lhe serem paralelas. Permanecerao d i d a s como equaçóes apeias as tr4Is restantes, isto é,. ZZ = O, EMx = O e EMy = 0.

276

Curso de anáiisa emuhiral

Podemos afirmar, então, que um sistema de f o r p paralelas no espap é regido por três equações da Estitica, sendo duas de momentos nulos em relação a dois eixos situados num plano perpendicular ao das forps e a terceira da soma das projeçôes de todas as forps igual a zero, segundo um &o que lhe seja paralelo.'

Definiremos como uma grelha a uma estrutura plana submetida a carregamento perpendicular a seu plano. Tendo em vista esta definiçso e a introdugo dada no item anterior, supondo que o plano da grelha seja o plano xy, ela ser4 regida pelas três equaçóes da Estática ZZ = O, CM, = O e ZMy = 0.

umagrelha será então isostática quando tivemos apenas três inc6gnitas a determinar. Os tipos mais comuns de grelhas isostdticas sBo os indicados nas Figs. V-2.1 e V-2.2. NO p h e i r o caso, temos uma grelha engastada e livre, cujas reações de apoio T D , MD e VD no engaste são obtidas, respectivamente, pelas equaçóes = O , EMY = O e ZZ = O. No segundo caso, temos uma grelha triapoiada, cujas reações de apoio podem ser determinadas por equaçóes independentes uma da outra, obedetendo-se à sequência a seguir. Tomando, inicialmente ZMretaBC = 0, obtemos VD (já que VB e VC interceptam a reta BC); a seguir, a condição C M , =~ O ~nos ~fornece VB e, finalmente, por C Z = 0, calculamos Vc, ficando de posse de todas as reações de apoio.

[/*

Conhecendo as reaçóes de apoio, passemos à determinação dos esforços )licitantes atuantes numa seçáo genérica S de uma grelha. Reduzindo as forças atuantes num dos lados desta seção genérica S ao :u centro de gravidade, obtemos a força Q (perpendicular ao plano P da gelha) e o momento % (situado no plano P da grelha, pois o momento resultante de um sistema de forças paralelas em relação a um ponto qual4'uer se situai num plano perpendicular a() das forçais) indicados na Fig. V-3. m ~momento i % pode ser decomposto numa componente T, tendo a direção do eixo da barra (que é, confome vimos no Cap. I, o momento torço1 atuante na seção) e numa comPonente M2 situada no plano da grelha e Perpendicular ao eixo da barra em questão (que 6 o momento fletor atuante na seção e que produzirá uma flexão da barra no plano perpendicular ao da greha). n .

'Confome vimos no Cap. I deste volume, poderiam ser empregadar também três squaçães de somathio de momentos nulo em relação a très eixos situados no planoV e não concorrentes, os 1x89, num mesno ponto (ver Cap. I, item 3.1.2).

~ i g v-3 .

Podemos afirmar então que, numa s e g o genérica de uma grelha, podem atuar três esforços simples: y n esforp cortante Q, perpendicular ao plano da grelha. um momento fletor M ,produzindo flexão num plano perpendicular da grelha e um momento torçor T. Isto Posto, a obtençxo dos diagramas solicitantes numa grelha será conforme esclarecerão os exemplos do item seguinte.

Curro de análise estrutural

278

*do

das estruturas imstáticas no arpaço

Observações:

a) No caso de uma grelha triapoiada, estes apoios nzo devem estar situados sobre uma mesma reta; caso isto ocorra, ela será evidentemente hipostática. b) Ainda sobre o caso de uma grelha triapoiada, ela deve ter, al8m dos três apoios perpendiculares a seu plano (que garantem sua estabilidade como grelha, isto 6 , para carregamentos perpendiculares ao plano da estrutura), pelo menos, mais três apoios no próprio plano, que garantam sua estabilidade para carregamentos nele atuantes. É o que indica a Fig. V-4, na qual os apoios do 19 genero B, C e E, normais ao plano P, funcionaráo para carregamentos perpendiculares ao plano P e os apoios A e D, pertencentes a P seráo solicitados apenas para carregamentos atuantes no próprio plano i? &

V-5.2

Estnituia plana

Ng. v-5

Todos estes esforps Q,, T,M,, M,, N e Q, sáo finais, pois não M esforças de mesmas naturezas e mesmas direçoes nos casos das Figs. V-5.1 e V-5.2. Desta forma, para se obter diagramas solicitantes numa estrutura plana submetida a um carregamento qualquer, resolvemos separadamente os dois casos em que este carregamento se decompoe (grelha e estrutura plana propriamente dita) e os diagramas solicitantes de cada um destes dois casos de carregamento são os finais. 1.3 - Aplicações

Fig. V 4

Ex. V.1 - Obter os diagramas solicitantes para a grelha da Fig. V-6, cujas barras formam, em todos os nós, ângulos de 90"

Como estes últimos apoios náo funcionarão para carregamento perpendicular ao plano (caso que estamos estudando), nós náo os desenharemos, em geral, para as grelhas triapoiadas, a fim de simplificar sua representação. Foi o que fuemos, por exemplo, no caso da Fig. V-2.2. c) A resolução de uma estrutura plana submetida a um carregamento o mais geral possível, isto é, oblíquo a seu plano, se fará da seguinte maneira: decompondo o carregamento oblíquo em componentes perpendiculares ao plano e em componentes pertencentes ao plano, o estudo das primeiras será o de uma grelha (estrutura plana carregada perpendicularmente a seu plano) e o das últimas será o de uma estrutura plana com carregamento atuante no próprio plano (estudo este já feito, para os diversos tipos estruturais isostáticos, nos capítulos anteriores). Supondo xy o plano da estrutura, para uma seção S de uma barra paralela i direção y, por exemplo, o primeiro caso (grelha) nos fornecerá um esforço cortante Q,, um momento torçor T e um momento fletor M,; o segundo caso (estrutura plana propriamente dita) nos forneceri um esforço nomalN, um esforço cortante Q, e um momento fletor M,, conforme indicam as Figs. V-5.1 e V-5.2.

se tratando de uma grelha engastada e livre, não é necessário fazermos cálculo prbvio das reações de apoio, pois os diagramas solicitantes podem ser obtidos entrando-se com as forps do lado do balanço. 0

Faremos sempre a análise das grelhas barra por barra', iniciando, no caso, pela barra AB, que funcionará como uma viga engastada em B e livre 'A análise pode ser feita para a estmtura em conjunto, isto é, .calculando-se os esfOr~ossimples numa segão, entrando diretamente com as forças atuantes num dos preferimos, entretanto, a análise barra s barra, porque nela estaremos sempre lidando Com vigas retas (planas), cuja analise é muito mais simples e menos passível de erros.

280

da das esiruturas irostáticar no espaço

C u m de analise emutural

281

e& A , segundo o esquema da Fig. V-7.2. A seguir, podemos estudar a barra BC, eliminando a bana AB da estmtura, desde que reduzamos o carregamento desta para o nó E, o que está feito na Fig. V-7.3. Ela funcionará, entxo, como uma viga engastada em C e livre em i?,tendo os diagramas de momentos fletores e esforços cortantes dados pelo carregamento vertical e o de momentos torçores, constante, dado pela carga momento de 3 mt aplicada em E. Finalmente, reduzindo este carregamento BC para o nó C, podemos eiiminar a barra BC e restar-nos-á para a viga CD o esquema da Fig. V-7.4, em que a carga momento de 3 mt (tracionando as fibras superiores, conforme indica a regra da máo direita) e a carga vertical de 7 t são responsáveis pelos diagramas de momentos fletores e esforços cortantes e a carga de 12 mt nos dá o diagrama, constante e negativo, de momentos torçores na barra CD. Pela análise do equilibrio desta última barra, são obtidas as reações de apoio da grelha em D,indicadas na Fig. V-7.4.

aimTi3 Fig. V 4 3 Para

A partir dos esquemas das Figs. V-7.2 a V-7.4, podemos obter imediatamente os diagramas solicitantes para a grelha, que estão representados na Fig. V-8:

traçado do diagrama Q, adotouie a mesma convenção de sinais que aquela das

estmturas planas (o que sempre se fará). As barras (conforme o caso) foram olhadasde frente Ou da dùeita para a esquerda. I$ importante furarmos, a priori, de quelado olhalemos as barras, Pois, dependendo do lado escolhido, o sinal poderá ser um ou outro. i

forma, 0 sinal do diagrama é f u n g o do sentido, mbitdno, com que olhamos cabarra)

282

Cursa de andlite estrutural

Estudo das estruturas ixistáticas no espaço

283

Ex.V.2 - Obter os diagramas solicitantes para a g r e h triapoiada da Fíg. V-9 cujas banas formam, em todos os 116.7, ângulos de 90".

8m<

Fig. V-l l

Observações: a) Para estudo da barra AB, seria evidentemente mais simples entrar-se pelo nó A , tratando-a como uma viga engastada em B e livre em A . Preferimos, entretanto, manter o mesmo sentido adotado n o estudo das demais, a fm de podermos, pela analise de seu equil&rio, verificar a correçáo dos cálculos feitos (inclusive o das reaçóes de apoio).

As reações de apoio valem: Por

ZM*B~=O

Por

ZMEta~~=O 2Vs+3X2=4X2+1X2:.

Por

ZZ = 0

4VE= l X 4 + 3 X 4 + 4 X 2

V ~ = 6 t Vg=2t

Vc = O

b) Para os exemplos V.l e V.2, a reduqTo dos carregamentos atuantes para os diversos nós já nos forneceu dietamente os momentos fletor e torçor atuantes nestes nós, pois as barras formaram ângulos de 90' nos nós. Caso tal náo suceda, devemos decompor os momentos resultantes desta redução ao nó nas direções tangencial (axial) e normal ao eixo da barra que se desqa estudar, obtendo, respectivamente, os momentos torçor e fletor no nó da barra em estudo. O exemplo V.3 ilustra esta obse~ação.

Ex. V.3 - Obter os diagramas solicitantes para a grelha da Fig. V-12, em que a carga de 2 t B perpendicular ao plano ABC.

Por meio de raciochio inteiramente análogo ao do exemplo anterior, estudaremos barra a barra isoladamente, com os carregamentos indicados na Fig.V-10, a partir da qual obtemos os diagramas solicitantes, representados na Fig. V-1 1. No caso, o estudo das barras foi feito na ordem DE, FE, EC, CB, AB.

Fig. V-12

m a para estudo de cada barra se encontra na Fig. V-13 (notar que o momento m = 8 f i m t , resultante da redução da carga de 2 t de C Para B, forma um ângulo de 135' com a barra AB, no piano da grelha, Fig. V-I0

4 ~ barras s foram olhadas, conforme o oso,$e frente ou da direita para a esquerda.

Curso de an6lisa ernuiural

284

€$tudo dar a t u m irmtáticas no mpaqo

285

e foi então decomposto nas componentes M e T, normal e tangencial à barra AB, respectivamente).

Fig. V-13

+h&Sm+fim+

A partir do esquema da Fig. V-13, obtemos os diagramas solicitantes, representados na Fig. V-14. Iõm,

Fii v-1s

Fig. V-14 As reações de apoio no engaste A estão representadas na Fig. V-13.

Ex. V.4 - Obter os diagramas de momentos fletores para a grelha da Fig. V-15, a j a s barras formam, em &dos os nós, ângulos de 90'. As barras BCD e ADF estão submetidas a um carregamento vertical de 1 t/m de cima para baixo e as demais estão descarregadas.

Fig. V-16

As incógnitas do problema são em número de oito, quais sejam, as quatro

reações verticais de apoio (em A , B, G, H ) e as quatro forças verticais transmitidas pelas rótulas em C, D, E e F. Como a grelha pode ser decomposta em quatro vigas independentes BCD, ADF, CEH e EFG, cada uma delas regida por duas equações de equiliorio (sistema de forças paralelas no plano), temos um total de oito equações de equilibrio, através das quais determinaremos as oito incógnitas do problema que é, portanto, isostático e cuja solução se fará a partir do esquema da Fig. V-16. 'As banas foram oihadas, mnforme o caso. de frente ou da direita para a esquerda.

(Para (Para (Para (Para (Para (Para (Para (Para

a a a a a a a a

barra barra barra barra barra barra barra barra

1, 2, 3, 4, 1, 2, 3, 4,

por por por por por por por por

ZMB = 0) ZAfA = 0) ZMH = 0) ZMG = 0) Z Z = 0) Z Z = 0) Z Z = 0) Z Z = 0)

286

Curso de análise esirutural

Resolvendo, inicialmente, o sistema formado pelas quatro primeiras equaçries, obtemos: VC = 2 t , Vu = 6 t , VE = 4 t e VF = 8 t. Introduzindo estes valores nas quatro Ultimas equações do sistema, obtemos as reaçoes de apoio, que valem:

Estudo das esttuturas i d t i c a s no espaço

287

obtençzo dos diagramas solicitantes, que serão determinados por equaçzles, no caso, de curvas matematicamente definidas, ou por pontos em caso contrário. As grelhas constituídas por barras curvas são denominadas vigasbalcão. Estudaremos, nos exemplos seguintes, as vigas-balcão circulares, para os osos mais usuais de carregamento.

O problema esti, entgo, resolvido e o diagrama de momentos fletores, obtido a partir do esquema da Fig.V-16, está representado na Fig. V-17.

Ex. V.5 - Obter os diagramas solicitantes para a viga-bala0 semicircular da Fig. V-18.

Fig. V-18

Os esforços h p l e s atuantes numa s e g o genérica S, definida pelo ângulo a, conforme indica a Fig. V-19.1, são obtidos reduzindo-se a força P à sepão S, o que é mais simples fazer reduzindo-a, inicialmente, ao ponto C (definido na Fig. V-19.2, que representa a viga-balcáo em verdadeira grandeza em planta), aparecendo então o momento fletor M (situado na normal à sego S) e, após, do ponto C para o ponto S, aparecendo aí o momento torcor T. No caso, o momento fletor M traciona as fibras superiores e o momento torçor é positivo.

V-19.1

V-19.2

Fig. V-19

A partir da Fig. V-19.2, temos: Nos exemplos estudados até aqui, lidamos sempre com grelhas constituídas por barras retas. Se, ao inv6s de termos barras retas, tivermos barras m m s , toda a teoria continua, 6 claro, vilida, sendo apenas mais trabalhosa a

M(a) = i' X E = PR sen a, tracionando as fibras superiores T ( a ) = P x C S = P R- c(o~ sa) ? (a) = -P

Emdo das estruturas iwstáticas no espaço

289

Os diagramas solidtantes estão, então, representados na Fig. V-20.

Ex. V.6 - Resolver a viga-balcão semidrcular da Fig.V-21, submetida a um carregamento uniformemente distribuído q. A partir destas expressões, obtemos os diagramas solicitantes, mpresentados na Fig. V-24.

Os esforços simples atuantes numa seçZo S ser80 obtidos a partir do esquema da Fig. V-22, que representa a viga-bala0 em planta, em verdadeira grandeza, sendo M o ponto de aplicação da resultante do carregamento distribuído atuante no arco AS que 6 , evidentemente, o centro de gravidade da linha A S dado a partir do esquema da Fig. V-23, por bs quadros espaciais isostáticos, que ocorrem na prática com freqiiéncia bastante inferior à das estruturas planas e A das grelhas, têm seu equilibrio regido evidentemente pelas seis equaçcks universais da Estática "x = O, Z Y = O, Z Z = O , EM, = O , ZMy = O , EM, = O . Dai, temos:

Q (a) = -qR rr a IM(a)l = lQ(a)l X E = qRu X 0%~ sen-= 2 a = 2 qRZsen2 -,tracionando as fibras superiores 2 a T(a) = + l Q ( a ) l X E = + q R u ( R - ÕjMcos2) ' 2 = qR a (1 2 sen u cos -a) = qR2 (a - sen a). 2 2 a

%o, então, isostáticos, o quadro engastado e livre da Fig.V-25.1 e o uadro hexaapoiado (mjos apoios impedem todas as translações p o ~ i v e i ~ do conjunto e, também, todas as rotações, por nZo serem, todos eles, concorrentes num mesmo eixo) da Fig.V-25.2. Para cada um deles ternos as seis reações de apoio indicadas nas-figuras a determinar, o que se fará a partir das seis equaçoes universais da Estática.

290

Curso de andilise estruiural

Emido das estruiurat irortdtioas no espaço

291

Analogamente ao caso das greihas, o estudo da estmtura será feito barra por barra, a partir do esquema da Fig. V-27.

Calculadas as reaçPies de apoio, 6 imediata a obtenção dos diagramas solicitantes, partindo-se dos conceitos apresentados nos capítulos anteriores. O exemplo a seguir esclarecerá. Ex. V.7 - Obter os diagramas solicitantes para o quadro espacial engastado e livre da Fig. V-26, cujas barras formam, todas elas, entre si, ângulos de 90'. medindo, todas elas, 4 m.

As reaç6es de apoio no engaste E , obtidas pela adiise do equilíbrio da barra DE, estão indicadas na Fig.V-27 e os diagramas solicitantes esta0 representados na Fig. V-28, onde dividimos a estmtuni nas barras ABC, FG e CDE, a fun de facilitar a leitura dos mesmos.

~ das d e soí ~ i u r a simltdlticas no espaço

i€+,,, Fig. V-28

Observnções: a) Os diagramas de momentos fletores estão desenhados do lado das fibras tracionadas e os sinais dos diagramas de momentos torçores, esforços normais e esforços cortantes6 obedecem tis convenções apresentadas no Cap. I. b) Não apresentaremos exemplificação mais extensa sobre quadros espaciais isostáticos, devido à baixa frequência com que ocorrem na prática. Fig. V-31

3 - PROBLEMAS PROPOSTOS Obter os diagramas solicitantes para as grelhas e vigas-balcão das Figs. V-29 a V-32. .As barras foram olhadas, conforme o caso, de frente ou da direita para a esquerda.

293

294

Cursa de anllise esirutural

Estudo das estruturas irostáticas no espaço

295

3.5 - Obter as equações dos diagramas solicitantes para a viga-balcão semicircular tnapoiada da Fig. V-33,submetida a um carregamento uniformemente distribuído, q, de cima para baixo.

Fig. V-33

4 - SOLUCÃO DOS PROBLEMAS PROPOSTOS

Noto: pm da'

0 traçado de Q, O

Caso.

as banas foram olhadas de frente ou da direita para a esquer

Igual procedimento será adotado nos próximos problemas.

Estudo das astruturas i d t i c a s no asp-

lemos: v'=2qR

297

qR ; V'=T(n-2)

As equações são vadas para O á a á - (para a outra metade da viga-balcão, 2 conclui-se aue M é simétrico e que Te Q são anti-sim8tricos).

~ s t u d odas carga5 móveis em etruturar isostáticaa

299

O mesmo não acontece para as cargas móveis, pois, quando de sua ocorrência (embora tenham valores conhecidos), as posiçóes que ocupam na estrutura variam à medida que os veículos por elas representados a atravessem. Se fôssemos estudá-las pelo processo at6 aqui empregado, teríamos que calcular esforços para cada uma das infinitas posiçóes que elas podem ter enquanto percorrem a estrutura. Tal forma de tratamento é, evidentemente, inadequada e impraticável. Procuraremos, portanto, outra forma para resolver o problema das cargas móveis.

1.2 - DefdçHo das cargas móveis. Trens-tipo Feita a conceituação do que seja uma carga móvel, esbarramos na complexidade do problema de sua definição nos diversos casos práticos. Suponhamos seja nossa missão projetar um viaduto. Que veículos (cargas móveis) colocaremos sobre ele? Em que ordem?

1.1 - Classifica@o das cargs que atuam nas estruturas As caigas que solicitam uma estrutura podem ser classificadas em dois grandes grupos: o de cargas permanentes e o de catgas acidentais. As cargas ditas permanentes são aquelas que atuam constantemente na estrutura, ao longo do tempo, e sào devidas ao seu peso próprio e aos revestimentos e matenais de enchunento que ela suporta. O estudo dos esforços provocados por elas não apresenta maiores dificuldades, pois tratam-se de cargas cuja posição e valor são conhecidos e invariáveis, tendo já sido, portanto, estudadas lios capitulas anteriores. As cargasditas acidentais, conforme a própria denominação, são aquelas que podem ou não ocorrer na estrutura e são provocadas por ventos, empuxos de terra ou água, impactos laterais, forças ceiitrífugas, frenagens ou acelerações de veículos, sobrecargas (cargas de utilização) em edifícios, peso de materiais que váo.preencher a estrutura (caso de reservatórios digua, silos, etc.), efeitos de terremoto (de importância fundamental para os projetos em regióes sujeitas a abalos sísmicos), peso de neve acumulada em regibes frias e, finalmente, pelas assim denominadas cargas móveis, que são aquelas devidas a veículos que percorram a estrutura (caso de pontes rodoviárias ou ferroviárias, viadutos, pontes rolantes industriais). Para fins de análise estática, as cargas acidentais, com exceção das cargas móveis, são cargas que têm posição e valor conhecidos na estrutura, podendo ou nZo atuar ao longo do tempo. Seus esfoiços são calculados, pois, da mesma forma que os devidos a cargas permanentes; trata-se, então, de problema já resolvido.

Vemos, logo, que infinitas combinaçóes de veículos nos podem ocorrer; qual será a certa, isto 6, qual será a combinapão dentre todas as possíveis, que se pode adotar como representativa das diversas situaçóes reais de cargas móveis que podem ocorrer durante a vida da estrutura? A esta pergunta, diversos pesquisadores, em diversos países, responderam com a criação de veículos ideais, denominados trens-tipo (por influencia das pontes ferroviárias), definidos pelas normas de projeto de cada país e que variam dependendo da natureza e da forma de utilização da estrutura. Uma coisa têm, entretanto, os trens-tipo em comum: são constituídos por cargas (concentradas e ou uniformemente distribuídas), de valores conhecidos e guardando uma distancia conhecida, constante, entre si. Desta forma, conhecida a posição de uma das cargas do trem-tipo, conhecemos imediatamente a posição de todas as demais. Um exemplo representativo de trem-tipo nos é dado pela configuração da Fig. V1.1 (note-se que q , , q 2 , P,. P2, ... , Ps,a, ... , f, são grandezas conhecidas e de valor c6nstante).

Fig. VILI

Cursa de análise estruninf

300

Devido à possibilidade de tráfego nos dois sentidos, suporemos, em geral, que o trem-tipo possa percorrer a estrutura nos dois sentidos (no exemplo anterior, estudaríamos as hipóteses das cargas percorrerem a estrutura no sentido q l , Pl , ..., q, e no sentido q,, P,, ... , q,).

Estudo dar cargas móveis em estruturas isastáticar

301

e, após, serão feitos os necessários cálculos para se obter os resultados levando em conta o trem-tipo real (cálculos estes de enorme simplicidade, coiiforme se verá).

Os trens-tipo mais usuais são aqueles de pontes rodoviárias e de pontes ferroviárias. Para obras no Brasil, a o definidos pela NB-6 e pela NB-7 da A.B.N.T. e, esquemticamente, são dados pelas Figs. VI-2 e V I 3 para pontes rodovigrias e ferroviárias, respectivamente: Linha de influència de um efeito elástico E em uma dada s e g o S B a representação gráfica ou analítica do valor deste efeito, naquela seção S, produzido por uma carga concentrada unitária, de cima para baixo, que percorre a estrutura. Por exemplo, suponhamos conhecida a linha de influência de momentos fletores na seção S da viga da Fig.VI-4. Baseando-nos na definição anterior, podemos escrever que:

fi = a, y =

Fig. VI-3

para P = I em A -h, para P = I em E ;

assim sucessivamente.

1.3 - O problema a resolver. Forma de resolução O problema que devemos resolver é o da determinação dos esforços máximos e mínimos provocados nas estruturas pelas cargas móveis, pois, de posse destes valores e conhecendo os esforços devidos as cargas de tipo permanente (permanentes propriamente ditas e acidentais não-móveis), saberemos entre que valores extremos variarão os esforços em cada seção da estrutura, tendo, portanto, definida a sua faixa de trabaliio. Por exemplo, suponhamos que numa seção de uma viga atue um momento fletor de 20 mt devido As cargas tipo permanente e que os momentos máximo e mínimo devidos à carga mUvel valliam 60 mt e -40 mt. Esta seção trabalhará, portanto, entre os momentos -20 mt e 80 mt, isto é, se for estável para estes dois valores, também o será para os demais intermediários. (E por esta razão que nosso interesse se concentrará, principalmente, sobre os efeitos máximos e mínimos provocados pelas cargas móveis.) A forma de resolução do problema será através do processo das linhas de influência, que será definido no item a seguir. Este processo terá sempre duas fases: suporse$, inicialmente, que o trem-tipo seja constituído por uma única carga concentrada unitária (caso mais simples possível para estudo)

Conforme.se vè, a seção e o efeito estudados são fwos, variando apenas a PosiÇãO da carga. Uma linha de influencia não pode, pois, ser confundida

um diagrama solicitante, visto que uma ordenada de linha de influencia 'Obre

Ponto se refere, de modo geral (excetuando-se a ~ossibilidadeda carga a própria seção de estudo), ao efeito em outra seção.

302

Curso de análise earuiural

Podemos escrever ainda que E = E(2) e, a partir da definição dada, estudaremos, para os diversos tipos estruturais com que trabalhamos usual. mente, estas funções linhas de influência E @ ) a fim de, com seu a u d i o , conforme veremos a seguir, resolver o problema das cargas móveis atuantes em estruturas. Observaçáo: E pode ser um esforço, reação ou deformação; em suma, um efeito elástico qualquer (deve ser um efeito elástico para que seja válido o principio de superposição de efeitos, que será empregado na solução do problema, conforme veremos).

Estudo d a cargas mbveis em estruiurar irostdticas

303

b) Seja, agora, o caso de um trem-tipo composto por uma carga uniformemente distribuída q, conforme indica a Fig. VI-6. Teremos:

=Lb

(qdz) vi, ou seja

sendo C2 a área, na i i i a de influência, sob a região ocupada pela carga (a esta Irea chamamos área de influencia).

2.2 - Fases de resolução do problema A resolução, baseando.se no conceito de linhas de influencia, englobará duas fases distintas: la fase: dada a estrutura, o efeito 6 e a seção S,obter sua linha de influência, 2a fase: conhecidos o trem-tipo e a linha de influência (Ia fase), obter os efeitos devidos a esse trem-tipo. Devido d sua grande simplicidade, resolveremos inicialmente o problema da 2a fase.

2.3

- Obtenção dos efeitos, conhecidos o trem-tipo e a Linha de influência

a) Seja um trem-tipo constituído pelas cargas eoncentradasp~, ...,P,, e seja a linha de ilifluência da Fig. VI-5.

c) O caso geral será uma superposição dos casos o e b (trem-tipo composto de cargas concentradas e distribuídas). Podemos escrever, empregando o princípio de superposição de efeitos:

Para se obter, e~ttio,o efeito produzido por um trem-tipo ocupando uma dada posição sobre a l i a de influência (conhecida), basta multiplicar cada carga concentrada do trem-tipo pela ordenada da linha de influ8ncia sob ela e cada carga distribuída pela respectiva área de influência, somando-se 0s resultados.

L ?i Fig. V I S

O valor do efeito produzido por uma das cargas concentradas P,, a partir da definição de linha de ilifluência, 6 P, qj. Pelo principio de superposição de'efeitos, quando atuarem todas as cargas. teremos, E s = XPjqi.

Observações: a) Os princípios estudados ai6 aqui são válidos para estruturas isostáticas e hiperestáticas. Daqui para frente, estudaremos as estmtwas isostáticas. b, A partir da expressão VI.1, 6 fácil ver que as unidades das linhas de

Influência de momeiitos fletores são unidades de comprimento e que as Iinhas de influência de esforços cortantes, normais e reações de apoio são ad~ensionais.

Curso de an8lise estnitural

304

2.4

- Obtençáo das

2.4.1

- Viga

linhas de influencia para as estmturas isostáticas

engastada e livre

Seja a viga da Fig. VI-7. Estudaremos todos os efeitos estáticos, quais sejam, reações de apoio e esforços simples.

3Mi

Estuda das cargas móveis em emuniras isostáticas

Observaçáo: A carga distribuída interrompida no principio e no fun do trem-tipo, indicada na Fig. VI-8, pode ser iniciada e terminada arbitranamente; ela corresponde à carga de multidão do trem-tipo. Devemos dispô-la de modo que ela contribua ao máximo para os efeitos extremos pesquisados. De acordo com a Fig.VI-9, temos: \ 7

M T ~= -(20

Partindo da definiçáo, supomos uma carga unitária percorrendo a estrutura, definida pela abscissa z. Busquemos as diversas linhas de influência, ou seja, as diversas funções E(z). Temos:

X 10 + 10 X 7 +a1 X Z X 10 X 10) = -320 mt (tracionando as

fibras superiores).

a) reações de apoio

Va = +1 (arbitraremos o sinal @ para a reação vertical que for de baixo para cima); MA = -z (módulo r , 'tracionando as fibras superiores). b) esforços simples em S. Temos: QS-

Ms=

{ {-

L..-t.~ -

Viga biapoiada / ) .1

0, para z < x +1, para z > x 0, para z Q x (z - x), para r

I-.

\; -.

L , l , V ~ . 1:

+-i+

+1 4

A representação gráfica das liihas de influ6ncia, a partir de suas equações E(2). encontra-se na Fig. VI-7.

Fig. VI-7

;-'

De forma análoga ao caso 2.4.1, obtemos as equações E(z) a seguir, cuja representação gráfica se encontra na Fig. VI-10.

a) Reaçóes de apoio:

VA =-. 1 - 2 , V B = z1 b) Esforços simples:

Ex. V1.1 - Obter as reações de apoio máximas para uma viga engastada e livre de 10 m de comprimento, provocadas pelo trem-tipo da Fig. VI-8.

r r r r r r t t r r f

ltlm

-x,

=. Fig. VI-E

{

para z

-VB, para z VA. para z

<x >x

306

Curso de analise estrutural

Observaçdes: a) Conforme vimos nos casos 2.4.1 e 2.4.2, no estudo das linhas de influência de esforços simples, devemos examinar sempre separadamente as possibilidades da carga unitária estar A esquerda ou à direita da sego em estudo.

307

Estudo das c a r w móveis em estruturas i d t i c a s

b) Os efeitos máximos da carga móvel nas seçaes indicadas são b.1) Seção A A partir da Fig. YI-13, temos:

b) A linha de influência de esforço wrtante numa seçXo apresenta sempre uma descontiiuidade igual a 1 nesta seção, conforme podemos concluir a partir dos casos já estudados.

Ex. Vi.2 - Para a estrutura da Fig. VI-I I , obter as envoltórias de momento fletor e esforço cortante, cotando-as nas seçóes indicadas. São dados: I

a) Carga permanente: g

2 tlm

20t

I10t

b) Carga móvel:

ltlrn

4 4

t3m+ c) Estrutura:

@ @ @ I

Observação inicial: entende-se por envoltória o lugar geomdtriw dos esforços máximos (de ambos os sinais) atuantes em cada s e g o da estmtura

a) A carga permanente atuante provoca os diagramas solicitantes indicados nas Figs. VI-12.1 e VI-12.2.

(+)

QAm, (-)

= 20 X 1 + 10 X 0.75

1 X 12 X 1 = +33,5 t +2

Sendo a seção A o apoio de uma viga biapoiada, temos: MA

= O

b.2) Seção 1: Temos, a partir das Figs. VI-14 e VI-15:

I-)

P.ra 01"

'"H" . I

- II

Izm+ p

,I? -1

---I

p2w;

I I

,A--

--/i+o30

+I 1---A+0.7-5

L.1.4

Fig. VI-14

308

C+) Mim,

Cuno de anllire estrutural

1 X 12 X 2-25 = 73,s nii 20 X 2,25 + 10 X 1,5 + 2

b.4) Para seçses simbtricas em relação h seção 2, podemos verificar facillente que as linhas de influência de momentos fletores são sim6tricas e i de esforço cortante sáo anti-simitricas (mesmosmódulos e sinais opostos), e modo que podemos escrever imediatamente: (+) = 73.5 mt; Qlmax c+), = +5,4t; Qi.,,(-) = -23,4t;

9(+I . = O; max

b.3) Seção 2:

309

~ m i d 0das cargas mbveis em estruturas irostáticas

Q (-1 B = -335 ~ ~t.

) Quadro de valores e envoltórias

Para momentos fletores temos, a partir do quadro de valores a seguir, a involt6ria da Fig. VI-17. A

de momentos fletores

L-'

Seção

Carga

Fig. VI-I6

Como as áreas positiva e negativa da linha de influência da Fig. VI-16.1 são iguais, temos, para esforços cortantes:

27 (Valores em mt)

Para momentos fletores temos, conforme a Fig.Vl-16.1: (+), i M2max=10X3+10X1,5+iX12X:=03nlt

Para esfiDrços cortantes, temos, a partir do quadro de valores a seguir, a s indicadas na Fig. VI-18.

as .;i,ne

Curso de an8lire esirutural

~studodas wrgas móveis em estruturas ioostáticas

2.4.2.1

Carga Móvel Seção

Carga Permanente

t 6

-6

- 12

- Pesquisa dos valores máxiinos

Envoltória 2.4.2.1.1 - Teorema geral

+23,4

-5,4

+ 14 +5.4

. O

"Ocorrerá um efeito máximo quando m a das cargas concentradas do trem-tipo estiver sobre wn dos pontos angulosos da Linha de influência em questáo." +29,4

(+0,6)

- L4

+ 14

-14

-23,4

(-0,6)

-?9,4

-33,5

(- 12)

-45.5

.+-c

(Valores em t)

A partir do esquema da Fig.VI-19, usando o procedimentb clássico do Cálculo Infinitesimal, damos um acréscimo dz à variável independente; a variável dependente E sofrerá um acréscimo dE, e de valor.

unponao a condição de máximo, sabemos que:

antes do máximo: ZPi tgai > O ZPi tg a, < O

- após o máximo: Fig. VI-1 8

ObservaçZes: a) A faixa de trabalho da estrutura é a delimitada pelas envoltórias dos dois sinais ou, no caso da existência de esforços de um único sinal (Fig. VI-17), é a delimitada entre o diagrama devido As cargas permanentes e a envoltória obtida. b) Até o presente instante, lidamos com trens-tipo bastante simples nos exemplos feitos, tendo sido, portanto, fácil chegar-se à posição que acarreta os efeitosmáximos. Caso, entretanto, os trens-tipo se tornem mais complexos, necessitaremos do auxílio de alguns teoremas, que estudaremos 'a seguir, para nos indicar a posição que conduz aos efeitos mais desfavoráveis.

Como os valores P, são constantes, deve haver uma mudança em ai que "tisfaça às desigualdades anteriores. Logo, o máximo ocorrerá quando uma das cargas concentradas estiver sobre um dos pontos angulosos da linha de influência.

Observação: este teorema 6 inteiramente geral, valendo também para as estmturas hiperestáticas. 2.4.2.1.2 - Obtenção daposigo do ttrm-tipo capaz de produzir momento máximo na seçáo S (dada) de uma viga biapoiada, supondo o trem-tipo "nStituídO Por cargas concentradas.

Cuno de analise estrutural

312

Seja o trem-tipo composto pelas cargas concentradas P l , P,, indicado na Fig. VI-20.

Emido d a cargas móveis em estruturas iswtáticar

313

Derivando em relaçáo a a, vem:

... , P,,,

sendo R a resultante de todas as cargas wncentradas do trem-tipo. suponhamos seja P k a carga concentrada que, colocada sobre o ponto anguloso, nos forneça Ms,,,, (a esta carga chamaremos eixo crítico). Temos, entáo: dfi =R antes do máximo: dz 1

após o máximo:

- k-i Z Pi > O 1

x k =R--Z:&<O dz 1 1

As duas desigualdades, que definem o eixo crítico Pk,podem ser englabadas da forma a seguir:

Obse>voçães: a) A expressão (VI.2) foi deduzida para um sentido de trem-tipo. Podendo o trem-tipo se deslocar nos dois sentidos (o que 6 o usual), deverão estes dois sentidos ser tratados como dois trens-tipo diferentes, prevalecendo o valor máximo dos dois obtidos. \

J .

I-%

F i i VI-20

Chamando-se R, e Rd às resultantes das cargas d o trem-tipo à esquerda e à direita da seção dada S , respectivamente, temos:

= &ti, +

Rdíldl

por semelhança de triângulos, temos: %-=

l - z t e

íId =

- d ) x ...

"Podemos substituir as cargas atuantes num mesmo trecho retilineo de uma linha de influência por sua resultante, proposifZo esta de imediita demonstração, conforme pode veriiicar o leitor, e que foi aplicada neste caso.

b) Todo o raciocínio que fizemos só 6 Mlido na hipótese de não saírem cargas do conjunto P,, ..., P, da viga quando P k estiver sobre S. Caso contrário, deveremos proceder por tentativas, respeitando o teorema geral estudado em 2.4.2.1 .l. tr

igualdade vale também se, al6m das cargas concentradas, o ~ssuiruma carga distiibuída infinita.

"i n aestgualdade vale para qualquer l i a de infiuência da forma da Fig. VI-21.

Curso de anAlise estrutural

314

e) A desigualdade que defme o eixo crítico garante apenas que, caso o máximo ocorra w m todas as cargas P,, P,,na yiga, ele se dará com o eixo crítico sobre a sego. NZo garante, ent~etanto,'~ue nao possa ocorrer. máximo com alguma ou algumas cargas do trem-tipo fora da vjga (ver exercício VI.5). As aplicaç8es seguintes esclarecem.

tudo das cargas móveis em estruturas isostáticas hl 2? sentido:

15t

12t

10t

315

...,

Ex. V1.3 - Para a sego S da viga da Fig. VI-22, percorrida pelo trem-tipo indicado (que pode se deslocar nos dois sentidos), obter Ms,,

= CP,qi = 194,8 mt

Devemos estudar as possibilidades do trem-tip$ se deslocar nos dois A sentidos. Temos: a) l? sentido:

lot

15tdoeixocrítico.

O momento máximo valerá, a partir do esquema da Fig. VI-24:

Msmax

87. lztll 1 s t

8<20<8+15

8 L--'

Fig. VI-24

Prevalece, enrao, o segundo sentido e temos, então:

% & ,

194,8 mt

Ex. V1.4 - Mesmo exercício anterior, supondo o trem-tipo da Fig. V1-25.

O momento máximo valerá, a partir do esquema da Fig. VI-23:

10t

12t

15t

i l ! + J + ! J + it/m ! Fig. j Vi-25 lm-+-2m+2m-+2m+

iemos escrever, a partir da íig. VI-24:

: "1.5

'?_ X 4.8 X 20 = 242.8 rnt

- Obter MSm,

para o trem-tipo e a viga indicados na Fig. VI-26.

Curso de análise estrutural

316

Estudo das cargas móveis em estruturas isostáticas

317

indica a Fig. VI-28: M s = TP,qi= 216 mt, prevalecendo então sobre o outro valor. Logo:

Temos:

Rx = 1

Ms,,

216 mt

(30 + 4 + 3 X 10) X 12 = 32t 24

Como 30 < 32 < 30 + 4, temes que o eixo crítico é dado pela carga de 4 t . A partir da linha de influéncia da Fig. VI-27, obtemos:

2.4.2.1.3 - Teorema de Barré (obtenção da s e g o onde ocorre o momento fletor mixùno absoluto numa viga biapoiada, provocado por um trem-tipo constituído por cargas concentradas).

6m Fig. ~ 1 - i 7

b) 20 sentido:

1 M 10t 1ot

30t

11-11 1 Temos: 10 + 10 + 10 < 32 < 10 + 10 + 10 + 4, sendo a carga de 4 t , novamente, o eixo critico. Devido à simetria da linha de influência, náo é necessário refazemos os cálculos e, para esta posiqão, teremos também Msmáx = 204 nit . Com isto temos garantido que, caso o máximo ocorra com todas as cargas sobre a viga (nenhuma fora dela), ele valerá 204 mt. Nada nos garante, entretanto, que não possa existir.uma posição em que apenas alguma ou algumas cargas do trem-tipo saiam fora da viga e que este fato acarrete o aparecimento de um momento superior a 204 mt. É o caso deste exercício, no qual, testando a carga de 3 0 t sobre a seção S . obtemos, conforme

Seja S a seçao onde ocorre o Mm&.abs,, cuja abscissa x queremos determinar. Chamando-se R à resultante geral das cargas do trem-tipo; d à distância do eixo crítico Pk à resultante geral R; Re à resultante das cargas à esquerda da seção S; e à distância de R, a Pk, obtemos:

M ~ m &= R ( i - x - d ) x I

- ~ , e , p o i s , V* = R ( ) - X - 4 i

Eo a x. obtemos:

Curso de.análise estrutural

318 Impondo a condição de máximo, vem: 1

- 2x - d

319

Estudo das cargas móveis em esiruturas isostáticas

a) la carga de 8 t

Te~amosd=2m,oqueacarretariax=5-1=4meR-=--1

I-d O, ou seja: x = 2

34 4-13,6t. 10

~ o g o ela , não pode ser eixo crítico.

Concluímos, então, que Pk e R devem ser simétricos em relapão ao meio da viga e podemos, então, enunciar o teorema de Barrd: "O momento fletor máximo absoluto numa viga biapoiada ocorre numa seção tal e para uma posição do trem-tipo tal que o meio da viga coincida com o meio da distância d que vai do eixo crítico Pk at6 a resultante geral das cargas do trem-tipo."

b) 2s carga de 8 t x Teríamos d = I m,o que amrretariax = 5 0,s = 4,5 m e R -=

34 X 4,s 1o = 15,3 t . Como 8 < l5,3 < 8 + 8, esta carga pode ser eixo crítico e teremos. neste caso, a partir do esquema da Fig. VI-32.

Evidentemente, o teorema de Barrd náo nos fornece o eixo crítico, que será obtido por tentativas, conforme ilustra o exemplo V1.6. Obse~açUessobre a validade do teorema de Barrd:

a) Nenhuma carga do conjunto Pi, -

... , P,

---

~.~

b) Não pode existir mfinita no trem-tipo. ---carga distribuída ~~--~,-

pode sair da viga. ~

c) E ne-gssário imas não suficiente), para que a seção critica seja a do ~1 meio;$e uma das cargas do trem-tipo d??Zida &m sua resultante.

"1 L'

Ex. V1.6 - Obter o momento fletor máximo absoluto para uma viga de 10 m de vao, percomda pelo trem-tipo da Fig.VI-30.

,, 2.48~1 Fig. VI-32

c) Carga de 12 t x Tenamosd I m, o que acarretariax = 5 -e 0,s = 5,s m eR-=1

34X5.5--

18,7t. Como 8 + 8 < i8,7 < 8 + 8 + 12, esta carga pode ser eixo crítico. A partir da Fig. VI-33, temos:

Pig. VI-30

A posição da resultante, de'fácil obtençao, fi& a 2 m das cargas extremas, conforme indica a Fig. V13 1:

5.5rnp

x = 5.5m Pig. VI-33

Pig. VI-31

Para resolver o problema, verificaremos, uma a uma, as diversas cargas, constatando se podem ou riso ser eixo critico. LTsando as notações da Fig. VI-29, vem:

d) Carga de 6 t Teríamosd = 2m, o que acarretariax = 5 + 1 = 6m e R - = F3- 4 X 6 - z o , 4 t 1 Logo, ela não pode ser eixo crítico.

320

Cursa de analise estrutural

O momento m á m o absoluto será, então, de 63.1 mt, para a seção a 5,s m d o apoio esquerdo, quando o trem-tipo estiver no sentido indicadona Fig. V1730 e, devido à simetria de uma viga biapoiada, para a seção a 4,s m, quando o trem-tipo correr no sentido contrário.

Em suma: M,,,~,,~,, 2.4.3

- Viga

63,l mt, para x

4.5 m e x = 5,s m.

biapoiada com balanços

Estudo das cargas móveis em estruturas isostáticas

321

traçamos inicialmente as l i a s de influência como se a viga fosse biapoiada, prolongando.as, a seguir, para os balanços. b) Para seçaes situadas nos balanços, o caso 6 ainda mais simples, pois as liiihas de influência só existirão entre a extremidade do balanço e a seçao em questão, que se comportará como se fosse o engaste de uma viga engastada e livre entre a seçgo e a extremidade do balanço.

O exemplo da Fig. VI-35 esclarece.

Conforme fizemos em 2.4.1, temos as seguintes expressões para as linhas de influência no caso da viga biapoiada com balanços da Fig. VI-34:

&YAl.l -

Fig. VI-34

1 - 2

VA = -, para qualquer z (positivo ou negativo) 1 V, =

-z1 ,para qualquer

Para uma seção genérica S, pertencente ao vão AB, temos os seguintes esforços simples:

, para z 9 x (positivo ou negativo)

, para z 7 x -VB, para z VA, para z

<x >x

(positivo ou negativo)

Comparando as expressões anteriores, válidas para z positivo ou negativo de S) com as expressaes (carga à direita ou à esquerda, ~es~ectivarnénte, tnstituídas para o caso da viga biapoiada em 2.4.2, vemos que são idEnticas e daí tiramos as seguintes conclusões: a) Para se traçarem linhas de influência de reações de apoio ou de esforços simples em uma seção interior aos apoios de uma viga biapoiada coni balanços,

1ilotar qu e, devido às convenções de sinais opostos para esforço cortante, conforme seiam empregadas as forças da direita ou da esquerda, as linhas de - . de. esforço cortante em S2 e S, têm sinais opostos. influencia

Curso de an6lise estrutural

322

Observação: Caso de mrregamento indireto As estnituras podem receber as cargas que devem suportar continuamente, Mo €,ao longo de todo o seu comprimento ou através de pontosdiscretizados, chamados pontos de transmissão de cargas, conforme o esquema da Fig. VI-36. Tais formas de carregamento sáo denominadas, respectivamente, carregamento direto e carregamento indireto.

Estudo das cargas móveis em Wuturas isostiíticas

tentemos descobrir por que valor fictício q deveríamos multiplicar P = 1 para obter o efeito correto E = qe + $ q d , isto é, vejamos qual seria a linha de influência já levando em wnta o fato do carregamento ser indireto e, para a qual, possamos trabalhar como se estivéssemos diante do carregamento direto. Sendo q a ordenada genérica da linha de influência levando em conta o carregamento indireto, ela será defmida por: 1Xq=-

u i n p m i n m dimm

VI;36.1

cansglmanm indimto

Fig. VI-36

VI-36.2

Em todo o nosso estudo de linhas de influência feito até o instante, foi sempre suposto o carregamento direto. Vejamos que modificações deveremos introduzir para levar em conta o fato de termos um carregamento indireto, quando este ocorrer. Suponhamos traçada a l i a de influência de determinado efeito 6, supondo que o carregamento seja direto sobre a estmtura. Caso o carrega mento seja indireto, estando a carga unitária na posiçáo indicada na Fig. VI-37, ela chegará à estrutura através dos pontos E , e D, segundo as parcelas- u em E e em D.

O efeito E provocado pela carga unitiria valerá, então:

323

a-e a V?

7 Rd,

que representa a equapo de uma linha reta (funpo linear de e). Calculemos pontos de passagem para definir esta reta. Para e = O, temos q = qe; Para e = a, temos q = qd. Podemos, então, concluir imediatamente que, para traçarmos a linha de ifluênm de um efeito elástico E, levando já em conta o fato do carregalento ser indireto, traçamos inicialmente a linha de influência supondo o a~~egamento d i t o e, ligando suas ordenadas nos pontos de transmissão e cargas por segmentos de reta, obtemos a linha de UifluZncia desejada. emos que a estrutura que recebe a carga inicialmente, transmitindo-a (SUPUS' estrutura principal através dos pontos de transmissão de cargas, seja constiuída por vigas biapoiadas conforme indica o esquema da Fig. VI-37. Para este caso. é válido o traçado que acabamos de instituir.) plos seguintes esclarecem. .lc.A

a Vi-@.

Nossa metodologia de trabaiho com linhas de iiifluência até então (caso de carregamento direto) era, para a obtenqão do efeito de uma carga concentrada, multiplicar o valor desta carga pela ordenada da linha de mfluência sob ela. Tentemos manter a mesma forma de trabalho, ou sela,

a .

linhas de influência indicadas para as estruturas das Figs. V I 3 8

324 \

Curso de análise estrutural

~mdo dar cargar móveis em esmiiuras isostáticas

325

7.4.4 - Vigas Gerber O estudo das linhas de influência em vigas Gerber recairá no estudo do lndireto, senZo vejamos.

Ex. M.8

Seja estudar a linha de influéncia da reaqío de apoio em A na viga Gerber da Fig. VI-41.

Fig. VI-39

Ex. M.9 I

I 7 I

! p .

Fig. VI-41

I I

i= I

I iL.I.V,

L-' +1

Esta viga Gerber, conforme sabemos, nada mais 6 que uma viga biapoiada com balaiiços DABE que, em D e E (pontos de transmissão d e cargas), recebe as reaçaes de apoio das vigas CD e EF, respectivamente. Sendo assim, poderíamos representar a viga sob a forma da Fig. VI-42, a partir da qual o traçado da linha de influência se torna imediato, obtendo-se a linha de influência indicada na Fig. VI-422.

Fig. VI-40

Observações: a) Nos exemplos VI.7 a VI.9, indicamos em pontilhado a linha de influência supondo o carregamento direto e, em traço cheio, alinha de influência já levando em conta o fato do carregamento ser indireto. b) Notar, para o exempio da Fig. VI-40, que, quando a estrutura que recebe a carga inicialmente é uma viga biapoiada com balanços, a correção da linha de influencia é feita ligando-se os valores sob os pontos de transmissáo de carga por uma linha reta, prolongada nestes balanços (já que vimos que as leis de variação válidas para reação de apoio em vigas biapoiadas se estendem as vigas biapoiadas com balanços). c) O carregamento indireto ocorre com muita frequência em Engenharia nos casos de treliças e de arcos,conforme se verá nos tópicos correspondentes. d) A forma mais conveniente de se estudar estruturas com carregamento indireto, submetidas a cargas permanentes ou do tipo permanentes (acidentais não-móveis), consiste em calcular inicialmente as forças transmitidas pelos pontos de transmissão d e cargas e resolver, a seguir, a estrutura principal para estas cargas concentradas, situadas nos pontos de transmissão de cargas, obtendo-se imediatamente seus diagramas solicitantes. (Existem traçados gráficos para obtenção destes diagramas, sem ser necessário calcular as forças de transmissáo, mas julgamos a forma de soluçZo apresentada a mais rápida e, sobretudo, espontânea, de modo que não nos deteremos nestes traçados gráficos em nosso Curso.)

Ue maneira inteiramente análoga, raciocinaremos em todos 0s Outros 0 s exemplos a seguir esclareceráo o assunto. Traçar aslinhas de influência indicadas para as vigas Gerber das Figs. VI-43 e V1-44, cups decomposiçoes estão iildicadas nestas mesmas figuras.

Curso de análise estrutural

Estudo dm cargas móveis em estruturas irostbticas

327

c) Finalmente, levando-se em conta os trechos que constituem carregamento indireto para o trecho que contim a seção em estudo, fazemos a complementaçáo da linha de influência, ligando os seus valores sob os pontos de transmissHo de cargas por l i a s retas (prolongadas para os balanços, caso existam). No caso, estes pontos são A, B, C, D, G, H (sendo C e D, G e H pontos de transmissáo dos carregamentos indiretos BCD e GH e A e B do carregamento indireto AB). A complementiçSo, no nosso caso, está indicada na Fig. VI-43.

Ex.VI.11

Fig. VI-43

Obscnação: O roteiro para traçado de qualquer uma das linhas de influência em viga Gerber pode ser ilustrado, por exemplo, para o caso da L.I.VE. a) Verificamos inicialmente em que trechos da viga Gerber a atuago da ca&a unitána não dará influência para a seção em questão, ficando definido, assim, um trecho. nulo (ou mais de um) da linha de influência desejada (no caso, será o trecho HI). b) A seguir, analisamos o trecho em que'está situada a seçio, tratando-se, no caso, de um apoio de uma viga biapoiada com balanços DEFG, cujalinha de influência podemos, então, traçar neste trecho, por tratar-se de problema já resolvido por n6s em tópicos anteriores.

328

Cursa de análise estrutural

Observação: As linhas de influencia foram traçadas, neste exemplo, m pontilhado, supondo o carregamento direto, sendo apbs corrigidas (em traço cheio), levando em conta o carregamento indireto indicado. 'x2.4.5

- Sistemas triartiniiados

€*do

das cargas mbveis em estruturas isastáticas

329

- v.

va VB

H'-

i',; 1%

f ços a

M, -- H y cos u = Q, c o s q - H ' s e n ( 9 - a )

'1.7 =

A partir do estudo feito no item 4.1 do Cap. 111, do qual o caso da Fig. VI-45 é caso particular (pois existe apenas uma carga concentrada vertical unitária), sabemos que:

-,{

- Q,

sen q

- H'ços

( 9 - a)

Podemos, então, escrever iniediatamente que

..IH' =

f cos a

L.IM,

L I.Ms = L.IM, - (y cos a) L.1.X L l.Q3 = cos L.I.Q, - sen (p - a)L.ISI' L I N s = -sen p L.l.Qs - coc (9 - a) I..IH' Partindo destas últimas expressões, obtivemos os traçados gráficos que se encontram na Fig. VI-45.

OSservações: a) A linha de influência de momento fletor na seçáo S foi obtida a partir da soma das duas linhas de influgncia indicadas na Fig. VI-46, que são suas parcelas coiistituintes, conforme indica a expressão anteriormciite deduzida.

Fig. V I 4 6

b) A respeito da L.IMLy,demonstra-se com simplicidade, a partir de considerações geométncas, que, para os arcos tendo a concavidade voltada para bav<o (caso usual da pratica), x - 1, y / j é sempre negativo, para seções entre A e G.

Pig. V I 4 5

Caso desejemos traçar linha de influência de momento fletor numa iça0 situada entre G e 8, basta inverter a figura, ou seja, x passará a ser a lstãncia da seçáo até B, I, será substituído por I , e as otdenadas-base para tratado da linha de influência serão marcadas a partir de B, ao invés de A.

Curso de an6lise estrutural

330

d) Como as linhas de influéncia de esforço normal e de esforço cortante podem assumir diferentes configurações geométricas em função de valores particulares de p e a, e de posições particulares da seção, preferimos não traçá-las, ficando seu traçado para ser feito, em cada caso, por soma das duas linhas de influência que são suas parcelas, conforme as expressões deduzidas neste item. e) Chamamos ponto de inversão de cargas ao ponto em que a aplicação da carga unitária não acarreta o aparecimento do esforço estudado, na seção em questão. A obtenção gráfica do ponto de inversão de cargas na L.I.Ms está indicada na Fig. VI45. 2.4.5.1 - Tensões nos bordos das seções Sabemos, da Resistência dos Matetia& que as tensões normais atuantes nos bordos superior (s) e inferior (13de uma seção, em uma peça trabalhando à flexão composta, são dadas por:

em que: MKs e M K ~são os momentos da resultante das forças externas, atuantes de um dos lados da seção, em reação aos pontos KS e Ki, denonunados, respectivamente, pontos nucleares superior e inferior, e cuja posição se encontra indicada na Fig. VI-47;

v e W' são os módulos

de resistência (superior e inferior) da seção;

o' e o' são as tensões atuantes nos bordos superior e inferior da seção, respectivamente (positivas, se de tração). Como WS e W' são constantes (só dependem da geometria da s&ão), o estudo das tensões máxima e mínima atuantes na seção recair5 no estudo de seus momentos nucleares superior e inferior máximos e mínimos.

Estudo dar m p móveis em esimiurar irolt6ticas

331

O traçado das linhas de influência dos momentos nucleares superior e inferior, indicado na Fig. VI-48, será análogo ao de momento fletor atuante na seção, pois a diferença entre eles é que o momento fletor atuante na seção é o momento das forças existentes de um de seus lados em relação ao ponto (x, y), enquanto que os momentos nucleares são os momentos das mesmas forças em relação aos pontos ( x K s , yKs) e (xKi, yKi).

332

Curso de análise estrutural

~ m d das o cargaa m6veis em estniturar irost5ticas

ObservaçBes: a) Os pontos de inversão de cargas para as linhas de influência de momentos nucleares podem ser obtidos graficamente, de maneira anfloga ao caso do momento fletor. b) Para os arcos não muito altos (caso da prática), cometer-se-á um erro muito pequeno se,,ao invés dos pontos nucleares KS e K' verdadeiros, trabalharmos com os pontos kb e kl, obtidos conforme indica a Fig. VI-49, em que temos:. e K1:teoricamente corretos; oxI*--@

kb e ki: aceitáveis na prática Pig. VI-49

2.4.5.2 - Tensóes nos bordos dos encontros Sabemos que as tensões normais, atuantes nos bordos esquerdo e direito de um encontro, são dadas por:

em que as notações e convenções são as mesmas adotadas em 2.4.5.1. Para determinar estas tensóes, temos, portanto, que estudar as linhas de influència de momentos nucleares nos encontros, obtidas a partir do esquema da Fig. VI-50, conforme se ségue.

Sendo H' e V, as reações de apoio em A (ver 2.4.5.1), seja obter o momento nuclear em Kd. Temos: Para a carga unitária situada entre G e E, esta expressão assume a forma:

Para a carga unitária entre A e G,ficamos com:

A partir destas duas expressões podemos traçar a L.IMKd e, com raciocfnio inteiramente análogo, chegaremos i L.IMKe. Tais Linhas de influência estão representadas na Fig. VI-50. (Notar que os pontos de inversão de cargas podem ser obtidos graficamente, conforme indica a Fig. VI-50.)

Fig. VI-50

333

334

C u w de análise enrutural

Observação Todas as linhas de influência que estudamos até agora neste item 2.4.5 foram traçadas supondo o carregamento direto sobre o triarticulado. Nos casos de carregamento indireto, sofrerão evidentemente as correções já definidas anteriormente para este caso.

Ex. V1.12 - A Fig. VI-51 representa um dos dois arcos iguais de concreto de uma ponte. Admite-se, com pequeno erro, que a carga permanente seja uniformemente distribuída, de 8 t/m, atuando diretamente sobre o eixo de cada arco (que coincide com a linha de press6es da carga permanente). O peso de cada bloco (incluindo a superesttutura sobre ele) é de 300 t, na posição indicada na figura. A carga móvel, para cada arco, é dada pelo trem-tipo a seguir. Pede-se estudar as tensões máximas:

Estudo das cargas móveis em esiruiuar i d t i c a s

Os pontos nucleares são dados por:

kS e ki,

Ponto V : x = 12 m; ~ O n t ok': x = 12 m;

obtidos a partir do esquema da Fig. VI-52,

y = 9.22 m y = 8,78 m

Para a base dos encontros, temos: S = 6 X 6 = 36mZ 6 X 62 w e = wd = = 36 m3 6

a) na seção S (que é um retãngulo de 30 cm de largura por 1,20 m de altura, para cada arco); b) na base do encontro. Trem-tipo para cada arco:

335

Fii. VI-52

1111111 a) Estudo da seção S @ara 1 arco): 19) Carga permanente

Fig. VI-5 1

&izm-Ci2rn+24m---X-

Fii. VI-53

Temos, para a seçáo reta S: WS = W' =- bh2 = 0 3 X 12' = 0,072 ,,,3 6 6

A partir do esquema estático da Fig. VI-53, temos:

zValor obtido a partir da derivada da equação do eixo do arco ou a p a x da ~ *lago ''1-12 deduzida para linha de pressas no Cap. 111.

336

Cursa de análise estrutural

337

Estudo das cargas móveis em estruturas isostáticas

Dai, obtemos, - imediatamente:

- d192'

+ (192

- 96)' = - 214,4 t; conforme 111.13 e, então:

1 20) Carga móvel Para obtermos as tensões máximas produzidas pela carga móvel, precisamos traçar as linhas de influência de momentos nucleares, o que se acha feito nas Figs. VI-54 e VI-55, a partir das quais, obtemos:

Mk' m a .

,,,,

.(+)

- 28,s

k' max.

X 2-78 X 1 = -39,7 mt 2

1995 X 4,61 X 1 = 45 mt 2

Dai, vem:

Resumo de tensões (valores cm kg/cm2):

Carga permanente

Tensão

(+I

(-1

(+)

(-1

- 58,8

+ 55,2

- 62,4

(-3,6]

- 121,2

- 58,8

t 57,4

- 65.2

(- 1 ,

- 124,O

Fig. VI-54

Total

Carga móvel

Observaçüo: Não chegam a ocorrer tensões normais de tração na seçáo (O Je é desejável, por se tratar de um arco de concreto). b) Base do encontro (1 base para os 2 arcos)

I?) Carga permanente A partir do esquema da Fig. VI-56, temos: M = 384

X 3 + 300

0,5 - 384 X 3 = 150 mt

N = -684t

X 3,22 X 1 = -47 mt 2 max. = + 18,8 X 4,39 X 1 = 41,3 mt + '"ksm,. 2

Mks

(-1

- 29,2

N +M , conduzindo, no caso, a: Dai, temos: o = -

s - W

338

Cuno de anuise estrutural

Estudo das cargas móveis em estruturas isostáticas

M K(+) ~ mau.

MKd(-LiU, =

36XZt4X4=88mt

- 14 X 2 = - 28 mt

Daí, vem:

- 88 - - 2,4 t/m2 mau.

M K ~mau.

=-= 28

0.8 t/m2

Daí, vem:

32 8

mau. = 36 = 0,9 t/m2

20) Carga móvel: Sendo as linhas de influência de momentos nucleares na base do encontro as indicadas nas Figs. VI-57 e Vi-58, obtemos:

Resumo das tensões (valores em kglcm2): Carga móvel Tensão

Total

Carga permanente (+)

C-)

(+I

(-1

- 1,48

t 0,08

- 0,24

(- 190)

- l,72

- 2,32

+ 0,09

-0,26

(- 7-23)

-258

Observaçõ nforme vemos, não chegam a ocorrer (como, aliás, não deveriam) terlbues ae tração na base do encontro. b) Notar que, nas linhas de influência traçadas nas Figs. VI-54, VI-55, VI-57 e VI-58, foi feita a começão devida ao carregamento indireto. No Caso, apenas por coincidência, elas foram idênticas às traçadas inicialmente, supondo 0 carregamento direto. Ex. V1.13 - Traçar as M a s de influência indicadas para O pórtico triarticulado da Fig. VI-59.

340

Curso de análise estrutural

Emido dw cargm mbveis 8m astn~hirasisonáticns

341

Traçamos as linhas de influência como se se tratasse de um arco AQB, aproveitando-as no trecho CD e prolongandoas para os balanços, conforme indica a Fig. VI-59. Um caso interessante ocorre para as linhas de infiuência de momentos fletores nas seções SI e S,, vizinhas ao nó C, senão vejamos. Para a seção SI (infuiitamente próxima ao nó C, pertencendo a barra CD), a l i a de influência de momento fletor no trecho CD é, evidentemente, igual i linha de inffuência de momento fletor em C no triarticulado ACGDB; para o trecho EC, ela será a indicada na figura, devido i igualdade estática, em termos de momento fletor em Si, dos dois esquemas dados nas figuras VI-60.1 e VI-60.2 (para estes dois esquemas, este momento fletor será dado !das mesnias forças sendo, portanto, iguais seus valores).

Analogamente, para a seção Sz (infinitamente próxima ao nó C, pertencendo a barra AC), a linha de influência de momento fletor no trecho CD 6 igual à linha de influência de momento fletor em C no triarticulado ACGDB; para o trecho EC, ela será, conforme indica o esquema da Fig. VI-61, igual diferença entre as linhas de influência de momentos fletores em SIe 8 3 (isto 6. L.I&sz = L.IMs, L.IMS,) neste trecho, chegando-se ao traçado indicado na Fig. VI-59 (notar que o trecho EC será o prolongamento do trecho CG, s caro).

Observação: O pórtico triarticulado é tratado como se fosse um arco triarticulado AGE comum, da maneira seguinte.

Curso de análise estrutural

342

Por XM, = 0 : O,+, h, cos a,+l t M, = 0, sendo M, o momento fletor na viga biapoiada de substituição em m. Daf, vem:

Iniciaremos nosso estudo pelas treliças de altura variável, particularizando-o, após, para o caso mais frequente, que é o das treliças de altura constante. Conforme se verá no desenvolvimento do estudo, dev~mosfazer distinção entre os casos de carregamento superior e inferior. a) Carregamento inferior

Por XM,-,

o momento fletor na viga biapoiada de substituiçáo em m Dai, obtemos: 1 L.I.M,., LLum= h,-l cos <r,

= 0:

= 0, sendo M,-I

- 1.

Passemos ao estudo da diagonal D,. Supondo P = 1 h direita de m, temos, tomando momentos nulos em relação a O: a VAa = Dmdm L.I.D, = -j-L.l.Va (P = 1 entre m e B) m

Supondo P = 1 A esquerda de m - 2, temos, trabalhando com a parte da treliça A direita da seção de Ritter e tomando momentos nulos em relaçáo aO: VB (a t I ) = -Dmd,,, :. LI.D,,, = a t l L.I.Ve (P = 1 entre A e m 2). dm Para a carga P = 1 entre m - 2 e m, em se tratando de carregamento indireto e conhecendo-se os pontos extremos da linha de iníiuência neste trecho, basta ligá-los por um segmento de reta, completando-se então a L.IDm .

Seja a treliça da Fig. Vi-62, carregada inferiormente (sendo os nós os pontos de transmissão de carga), para a qual desejamos estudar as linhas de influência de esforços normais em O,+1, D m e Um (representando os três tipos genéricos de barras da treliça). Passando uma seção de Ritter cortando estas três banas, obtemos, a partir do esquema da Fig. VI-63:

cos a, t M,-,

Fig. V142

- Umh,-l

As diversas linhas de influência estudadas estão desenhadas na Fig. VI-66.

Observação: As linhas de influência de esforços normais nas barras vertiV , e V,, fogem ao critkrio usado para as três barras genéricas anteriomente estudadas, mas são facilmente obtidas a partir da consideração doequilibrio dos nós A e N,conforme indicam as Figs. VI44 e VI-65.

Fig. V143

Para carga i direita de m - 2, temos: V, = &, sendo o esforço de compressão.

Para carga entre A e .m 2, trata-se de carregamento indiieto, sendo os dois valores extremos conhecidos, chegaddese ao traçado dado na Fig. VI-66. 3 Em todas os exemplos deste tópico, suporemos o carregamento indueto sobre a estrutura definido por vigotas biapoiadas sobre os pontos de transmissão de cargas

344

Curso de análise estrutural

"" '\ Temoa, imediatamente: V, = 0.

A partir das expressões anteriores, temos, usando as notaçóes empregadas na Fig. VI62:

Emdo dar cursas móveis em estruturas irostáticas

345

b) Carregamento superior: Com raciocínio inteiramente anáiogo ao usado no caso do carregamento inferior, obtemos as linhas de influência da Fig. VI67:

346

Curso de análise estrutural

2.4.6.1 - Caso particular: treliças de altura constante As linhas de influência dos esforços normaii atuantes em treliças de altura constante são imediatamente obtidas, em função da viga de substituição,a partir das conclusões a que chegamos no Cap. IV (conclusões estas assinaladas em grifo). Os exemplos seguintes, em que as explicações sobre o traçado de cada linha de influência se encontram, entre parêntesis, a seu lado, esclarecerão:

Ex. M.14 - Obter as linhas de influencia indicadas, para a treliça da Fig. vI-68, carregada superiormente.

347

Estudo das brgas móveis em estruturas imstáticas

Ex. VI.15 - Traçar as mesmas linhas de influência para a treliça do exemplo anterior, agora suposta carregada inferiormente. Conforme jfi vimos no item 3.3.1 do Cap. IV deste volume, as iinhas de influência de esforços normais nas barras superiores, inferiores e diagonais de treliças de altura constante, formadas por painéis retangulares, náo sofrem alterações se o carregamento superior passa a ser inferior. Por esta razão, não as desenharemos novamente, fazendo-o, apenas, para as barras verticais, que se modificarão, conforme indica a Fig. VI-69.

L I I

(

1 0 +1

zero

a-----

iv I

I I

(= + Aqao do ponta da nanrmisssu de carga sob a barra V,,Q. liar aqui Iib"0 do "O inizl

(.zera. por~quilibriod o m O )

Linha de influência com laciocinio inteiramente análogo ao empregado Para .v para a treliça da Fig. VI-62.

a Obtenção da L.1.

348

Cursa de analise estnitural

349

Estudo das cargas móveis em estruturas irostáticar

Ex. W.16 - Obter as linhas de influència indicadas para a treliça da Fig. VI-70, carregada superiormente.

~.,.~l-+~.,..!,l

- - -@ /, ' I L---

+L=*,

Fig. VI-71

Ex. V1.18 - Supondo que a carga permanente atuante na treliça do exemplo VI-16 seja de 4 tlm e que o trem-tipo que a percorre seja

b",

obter entre que valores extremos variam os esforços normais em V,. S.*/.

I I I I I I I I I I I I I I I I I J t - - l

Ex. W.17 Fig. VI-71.

- Traçar as linhas de influência indicadas para a treliça da

350

Curso de análise estrutural

Carregando a linha de influência de V4 com cada um dos três esquemas de carregamento indicados na Fig. VI-72, obtemos: 04X 8 C=4(2

0,4X 10 2

0,4X 1 0 ) = +6,4t 2

4-+ I*

+~,"-,,~#q

Os esforços normais em V4 variam, portanto, entre os valores extremos

- 9,6 t e 25,6 t.

351

Estudo dar cargas mbveis em estruturas isostáticas

Pig. VI-74

Ex. VL19 - Traçar as linhas de influência indicadas para a viga Hassler simétrica, carregada inferiormente, da Fig. VI-73.

As explicações sobre o traqado das diversas linhas de influência se encontram, entre parêntesis, ao lado de cada uma delas. Merece mençáo à parte o caso da bana V;, cuja linha de influência, obtida a partir do equilibrio do nó m, conforme indica a Fig. VI74, é dada por: 1 L.LV~=L.I(-~Q,-~,,+R), sendoR a carga transmitida pelo ponto de transmissão de carga sobre m. Esta expressão define o traçado da linha de influência, feito na Fig. VI-73.

3.1 - Os efeitos da carga permanente podem ser desprezados em presença da carga móvel, definida pelo trem-tipo pua a viga da F ' i VI-75. Pedem-se: i) momento

Uetor máximo positivo; b) momento fletor m k i i o negativo; c) módulos dos esforços cortantes -0s.

I I . zm L v mI 1 - - - - f -

1 --L-L1 1 I

Ir"+

h . .L L.~.~:l-:+r.i.%

l--I--l--l------I-~ I \

LI----^-^ I

I------I

h $7,

.>,...oni,

-k-í

I L.I.%i.*f

.deviiarioaona

LI.% *n6

,* e,

.,...i.... ..i"l

Fig. VI-73

3.2 - A viga da Fig. VI-76 é percorrida elo carrinho indicado na figura, que pode se deslocar nos dois sentidos. Sendo desprezível a carga permanente ahante, esboçar as envoltórias de momentos fletores, cotando-as para as "ções nos quartos de vão.

362

Curto da aná1i.e e u t u r a l

Esiudo das carga móveis em estruturas isostáticas

353

3.7 - Para a viga Gerber da Fig. Vi-81, obter entre que valores extremos irá variar a reação de apoio vertical em E. São dados: a) carga permanente: g = 2 t/m

3.3 - Para a viga Gerber da Fig. Vi-77, traçar as linhas de influência dos seguintes efeitos estáticos: M S , ,Q D q ,Q c q , VD, Ms,. Q s , .

Fig. VI-81

3.4 - Traçar as tinhas de influência 'de VG, Q,,, para a viga Gerber da Fig. VI-78.

QF, Qcd*, Mc e M K ,

3.8 - Traçar, para o quadro composto da Fig. VI-82, as linhas de influêna de Ms, VA. QF, V J ,M ~ e s q

Fig. VI-82

3.5 - Traçar as linhas de influência de V D , QE,.

QcW, ME e QH para

a viga Gerber da Fig. Vi-79. 3.9 -Traçar as linhas de rnfluência de MBdi, MGdir. Q ~ e q M . si. Q e N b a r r a G ~ ,para o quadro da Fig. VI-83.

3.6 - Traçar, para a viga Gerber da Fig. Vi-80. carregada indiretamente, as linhas de influência de MF. VE, QEq. ME. VC.

3.10 "SI.

Para

quadro da ~ i VI-84, ~ . as linhas de influência de

Qs,,M S ~ M ' s Z i V c , HD, Qs,, M ~ , Q , ~,.

354

Curso de análise estrutural

Estudo dai cargas móveis em estruturas irodticas

355

3.13 - Traçar, para a treliça Warren da Fig. VI-87, carregada inferiormente, as linhas de influência de esforços normais nas barras indicadas.

Fig. VI-84

Fig. VI-87

3.11 - Para o pórtico triarticulado da Fig. VI-85, que é percorrido pelo trem-tipo h

j 2 um , pedem-se os valores dos seguintes efeitos,

3.14 - Idem, para a treliça Pratt da Fig. VI-88, carregada superiormente.

máximos e mínimos, provocados por esse trem-tipo: a) momento fletor, esforço cortante e esforço normal em S, , b) tensão no bordo e do encontro da esquerda; c) momento fletor em SI.

3.15 - Idem, nas barras indicadas na treliça da Fig. VI-89, carregada inferiormente.

I *-,+?+i4 Pig. VI-85

3.16 - Idem, nas barras da treli~ada Fig. VI-90, carregada inferiormente.

3.12

- Para o arco semicircular da Fig. VI-86, desenhar as linhas de

influência dos esforços simples atuantes na seção S indicada.

Fig VI-86

Cuno de análise estrutural

Idem, nas barras indicadas da treliça da fig. Vi-91, carregada inferionnen. te.

m d o dar caigar móveis em enruturas ironaticas

-a,, =.LU

esf

desenhar as linhas de influencia das reaçóes de apoio e dos ples atuantes na seção S da grelha isostática da Fig. VI-94. .

Fig. VI-91

3.18 Idem, nas barras indicadas na treliça da fig. VI-92, carregada inferiormente em todas os nós.

Desenhar as linhas de influência dos esforços simples no engaste da grelha da fig. Vi-93.

357

Fig. VI-94

358

Cuno de analise e u t u r a l

Emdo das cargas m6veis em esirumnu irostรกticas

359

361

tudo das cargas móveis em estruturas isosiáticas

) Máximos: +1,33mt; +0,67t; +0,33t. Mínimos: -24mt; 12t;-12t

Máximo: i%t/m2 (tração); mínimo: -i6t/mz (compressão) 9 3 ) Máximo: +4mt; mínimo: -12mt

..-

362

-v Estudo dar cargas mรณveis em estruiura, isost4ticas

Curso de a d i r a ermiainl

-7 , 1

363

3.15

L.I.D,

I L

I*'

LI."*

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-- - _ _ -&

5 -

1 I ----___ i

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364

Cursa de anรกlire artmniral

~ m d das o cargas mรณveis em estruturas isostรกticas

365

366

Curso de anรกlire smuruial

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