Apostila de isostática

Universidade Federal de Santa Catarina
Centro Tecnológico
Departamento de Engenharia Civil
Apostila de
Análise Estrutural I
Agosto de 2009
Grupo de Experimentação em Estruturas – GRUPEX
Programa de Educação Tutorial – PET

Universidade Federal de Santa Catarina
Centro Tecnológico
Departamento de Engenharia Civil
Apostila de
Análise Estrutural I
Ângela do Valle
Henriette Lebre La Rovere
Nora Maria De Patta Pillar
Colaboração dos Bolsistas PET:
Alex Willian Buttchevitz
Alexandre Garghetti
André Ricardo Hadlich
Helen Berwanger
Stephanie Thiesen
Talita Campos Kumm
Valmir Cominara Júnior
Vanessa Pfleger
Colaboração dos Monitores:
Artur Dal Prá (2006-1)
Willian Pescador (2007-1)

SUMÁRIO
1. INTRODUÇÃO ............................................................................................................
1.1 Parâmetros que influenciam a concepção de sistemas estruturais ..........................
1.2 Classificação das peças estruturais quanto à geometria...........................................
1.3 Tipos de Vínculos ...................................................................................................
1.3.1 Vínculos no plano........................................................................................
1.4 Estaticidade e Estabilidade .....................................................................................
1.5 Reações de apoio em estruturas planas ...................................................................
1.5.1 Estrutura Aporticada....................................................................................
1.5.2 Pórtico Isostático..........................................................................................
1.5.3 Treliça Isostática..........................................................................................
1.5.4 Pórtico Triarticulado Isostático....................................................................
1.6 Reações de Apoio no Espaço ..................................................................................
1.6.1 Treliça Espacial...........................................................................................
1.6.2 Pórtico Espacial...........................................................................................
2. ESFORÇOS INTERNOS EM ESTRUTURAS ISOSTÁTICAS .................................
2.1 Treliças ...................................................................................................................
2.1.1 Método de Ritter ...............................................................................................
2.1.2 Método Cremona ..............................................................................................
2.2 Vigas .......................................................................................................................
2.2.1 Vigas Simples – Método Direto para Diagramas .............................................
2.2.2 Vigas Gerber ....................................................................................................
2.2.3 Vigas Inclinadas ...............................................................................................
2.3 Pórticos ...................................................................................................................
2.3.1 Estruturas Aporticadas .....................................................................................
2.3.2 Pórticos Simples ...............................................................................................
2.3.3 Pórtico com Articulação e Tirante ....................................................................
2.3.4 Pórticos Compostos ..........................................................................................
2.4 Cabos ......................................................................................................................
2.4.1 Reações de Apoio para Cabos ..........................................................................
2.4.2 Esforços Normais de Tração Atuantes em Cabos ............................................
2.4.3 Conformação Geométrica Final do Cabo .........................................................
2.5 Arcos .......................................................................................................................
2.5.1 Arcos Biapoiados ..............................................................................................
2.5.2 Pórticos com Arcos (ou Barras Curvas)............................................................
2.5.3 Arcos Triarticulados .........................................................................................
2.6 Grelhas .....................................................................................................................
3. ESTUDO DE CARGAS MÓVEIS EM ESTRUTURAS ISOSTÁTICAS ..................
3.1 Cargas Móveis – Trem-Tipo ..................................................................................
3.2 O Problema a Resolver ...........................................................................................
3.3 Linhas de Influência – Definição ...........................................................................
3.4 Obtenção dos Efeitos, Conhecidas as L.I. ..............................................................
3.5 Exemplos em Estruturas Isostáticas Simples .........................................................
3.5.1 Viga Engastada e Livre .....................................................................................
3.5. 2 Viga Biapoiada.................................................................................................
3.6 Análise de Efeitos ...................................................................................................
3.6.1 Teorema Geral ..................................................................................................
3.6.2 Obtenção de Momento Fletor Máximo em uma Seção S de uma
Viga Biapoiada.................................................................................................
LISTAS DE EXERCÍCIOS ................................................................................................
Graus de estaticidade ....................................................................................................
Treliças .........................................................................................................................
Vigas ............................................................................................................................
Cabos ............................................................................................................................
Arcos ............................................................................................................................
Grelhas .........................................................................................................................
1
1
1
3
3
8
13
13
14
14
15
19
19
20
21
21
27
33
42
42
48
54
61
61
68
75
77
81
86
91
96
105
108
111
113
123
128
128
128
130
134
135
135
137
140
140
140
159
160
162
170
174
176
179

ECV 5219 – Análise Estrutural I - Departamento de Engenharia Civil da UFSC
Prof a
. Ângela do Valle (ECV/CTC/UFSC) e Prof a
. Henriette Lebre La Rovere (ECV/CTC/UFSC)
Grupo de Experimentação e Análise de Estruturas - GRUPEX
Colaboração: Programa de Educação Tutorial - PET
1
1. INTRODUÇÃO
1.1. Parâmetros que influenciam a concepção de sistemas estruturais
A estrutura é conjunto formado pelas partes resistentes que garantem a estabilidade de um
objeto de projeto, por exemplo, uma edificação. Quando se projeta uma estrutura, a análise do
comportamento estrutural exige que sejam feitas algumas simplificações que conduzem a
modelos estruturais. Para que se defina o sistema estrutural mais adequado, para uma
determinada situação de projeto, devem ser considerados vários fatores. Os principais são:
• Projeto arquitetônico:
-Aspectos funcionais (dimensão do espaço interno, iluminação, limitações do espaço
exterior, etc.);
-Aspectos estéticos (sistemas diferentes geram formas diferentes).
• Carregamento atuante:
-Permanente;
-Variável Acidental;
Efeito do vento.
• Condições de fabricação, transporte e montagem da estrutura (vias de acesso, içamento);
• Material estrutural a ser utilizado (cada material possui características mecânicas
peculiares): o material deve estar adequado aos tipos de esforços solicitantes pelas
estruturas.
Para identificação do sistema estrutural mais adequado deve-se:
1º) Identificar as possíveis opções;
2º) Analisar e comparar as vantagens e inconvenientes de cada um.
1.2. Classificação das peças estruturais quanto à geometria
Os sistemas estruturais são modelos de comportamento idealizados para representação e
análise de uma estrutura tridimensional. Estes modelos obedecem a uma convenção. Esta
convenção pode ser feita em função da geometria das peças estruturais que compõem o conjunto
denominado sistema estrutural.
Quanto à geometria, um corpo pode ser identificado por três dimensões principais que
definem seu volume. Conforme as relações entre estas dimensões, surgem quatro tipos de peças
estruturais:

Prof a
2
Barra: duas dimensões da mesma ordem de grandeza e uma terceira maior que as outras duas.
Barra de elementos delgados: as três dimensões principais são de diferentes ordens de
grandeza. É o caso dos perfis metálicos, onde a espessura é muito menor que as dimensões da
seção transversal, que é menor que o comprimento da peça. As barras de elementos delgados são
tratadas, sob o ponto de vista estrutural, da mesma forma que as barras, exceção feita à
solicitação por torção.
Folhas ou lâminas: duas dimensões de mesma ordem de grandeza, maiores que a terceira
dimensão. Subdividem-se em:
Placas: carregamento perpendicular ao plano médio.
Chapas: carregamento contido no plano médio.
Cascas: superfície média curva.
Bloco: as três dimensões são da mesma ordem de grandeza.

Prof a
3
1.3. Tipos de Vínculos
Vínculos são elementos que impedem o deslocamento de pontos das peças, introduzindo
esforços nesses pontos correspondentes aos deslocamentos impedidos. Os deslocamentos podem
ser de translação ou de rotação.
1.3.1 Vínculos no plano:
No plano, um corpo rígido qualquer tem três graus de liberdade de movimento:
deslocamento em duas direções e rotação.
a) Apoio simples ou de primeiro gênero:
Reação na direção do movimento impedido.
Exemplo de movimento: rolete do skate.
b) Articulação, rótula ou apoio do segundo gênero:
Exemplo de movimento: dobradiça.
c) Engaste: ou apoio de terceiro gênero:
Exemplo de movimento: poste enterrado no solo.
y
x
y
x
z
y
x
Mz=0
Rx=0
Ry=0
RxRy
Rx
Ry
y
x
Mz=0
y
x
Mz=0
Rx
Ry
Mz
y
x
z

Prof a
4
Vínculos no Plano
Tipo de Vínculo Símbolo _________Reações_____
Cabo
Ligação esbelta
Roletes
Rótula
Luva com articulação

Prof a
5
Tipo de Vínculo Símbolo _________Reações_____
Articulação
Apoio deslizante
Luva rígida
Apoio rígido (engaste)

Prof a
6
θ
=
M
K
Rigidez de uma Ligação
Rigidez à Rotação
geometria indeformada
geometria deformada
• Ligação Articulada
K → 0
• Ligação Rígida
K → ∞ θ ≈ 0 o
• Ligação Semi-Rígida
0 < K < ∞
K=
M
M

Prof a
7
Exemplos de Vínculos
Apoio rotulado em viga de ponte.
Apoio com material de baixo coeficiente
de atrito, funcionando como roletes.
Rolete nos apoios de vigas de
concreto protendido de uma
ponte rodoviária.
Ligação de canto rígida de um pórtico de
aço. Observam-se as chapas formando
uma ligação rígida com os pilares.
A inclinação da rótula de apoio entre as duas
vigas indica a expansão térmica do tabuleiro da
ponte. Os enrijecedores verticais na região de apoio
previnem a flambagem local causadas pelas altas
reações de apoio.

Prof a
8
1.4. Estaticidade e Estabilidade:
a) A estrutura é restringida e o número de incógnitas é igual ao número de equações de
equilíbrio: ISOSTÁTICA.
b) A estrutura é restringida e o número de incógnitas é maior que o número de equações de
equilíbrio: HIPERESTÁTICA.
c) A estrutura não é restringida ou o número de incógnitas é menor que o número de
equações de equilíbrio: HIPOSTÁTICA.
Uma estrutura está restringida quando possui vínculos para restringir todos os movimentos
possíveis da estrutura (translação e rotação) como um corpo rígido.
Número de incógnitas:
- Externas: reações de apoio ou vinculares;
- Internas: esforços internos necessários ao traçado dos diagramas (conhecidas as
reações de apoio) – estruturas fechadas.
Número de equações de equilíbrio:
- Externo: equações de equilíbrio estático para a estrutura como um todo (seis no
espaço e três no plano);
- Interno: equações de equilíbrio estático para parte da estrutura conhecido um ou mais
esforços internos (ex.: rótula).
g: grau de estaticidade ou hiperestaticidade = número de incógnitas – número de equações.
Critério apresentado por Sussekind: g = ge + gi,
sendo ge = número de incógnitas externas – número de equações de equilíbrio externo e interno
e gi = número de incógnitas internas, ou também:
ge = grau de hiperestaticidade externa;
gi = grau de hiperestaticidade interna.
Tipos de Equilíbrio:
Estável Instável Indiferente
i.

Prof a
9
Exemplos: Estruturas Planas
Vigas:
ISOSTÁTICA ISOSTÁTICA HIPOSTÁTICA
r = 3 r = 3 r = 2
g = 0 g = 0 g < 0
HIPOSTÁTICA HIPERESTÁTICA
r = 3 r = 4
g = 0 g = 1
(não restringida)
HIPOSTÁTICA HIPERESTÁTICA HIPERESTÁTICA
r = 2 r = 4 r = 4
g < 0 g = 1 g = 1
Nº de equações equilíbrio externo = 3
Nº de equações equilíbrio interno = 1
(Momento fletor em C = 0)
. Nº de incógnitas = r = 4
g = número de incógnitas – número de equações (ext. e int.) = 4 – ( 3+1 ) = 4 – 4 = 0
ou g = ge + gi ge = 4 – 4 = 0
gi = 0
Como resolver: 4 incógnitas: VA, HA, VB, VD .
i) ∑ FX = 0 HA + ... = 0
∑ FY = 0 VA + VB + VD = 0 3 Equações
∑ MA = 0 d1.VB + d2.VD - ... - ... = 0
(qualquer ponto)
Uma equação adicional (devido à rótula):
A B C D

Prof a
10
MC = 0 (Partindo da direita ou da esquerda da viga)
Ex.: À Direita
∑ MC = 0
MC + R.(d/2) + F1Y.d - VD.d = 0 VD= 0
ii) Separar em diversas vigas isostáticas
Nº de Equações adicionais = Nº de barras ligadas pela rótula - 1
g = 0;
Estrutura Isostática
Restringida a movimentação de corpo rígido.
VDVC
HC
F1
VBVA
HA
VC
HC
Resolve-se
esta primeiro
Esta viga se apoia sobre a outra
(não tem estabilidade própria)
3 incógnitas e 3 equações
Determinar H C, VC, VD
Em seguida resolve-se esta,
que tem estabilidade própria
e é isostática também;
3 incógnitas e 3 equações
Determinar H A, VA, VB
+ 1 Equação + 2 Equações + 1 Equação
N
MC V
d
F1
VD
o R

Prof a
11
Exemplos: Pórticos, Arcos, Quadros.
Pórticos:
(Triarticulado)
g = ge = 3 – 3 = 0 g = ge = 3 – 3 = 0 g = ge = 4 – (3 + 1) = 0
(Triarticulado) Hiperestática Hiperestática
g = ge = 4 – (3 + 1) = 0 g = ge = 4 – 3 = 1 g = ge = 4 – 3 = 1
4 Incóg.: VA, HA, VB (Ext) Incog(Ext) = 3 g = ge + gi
NF10 (Int) Incog(Int) = 1 ge = 3 – 4 = -1
ge = 3 – 3 = 0 Eq(Ext) = 3 gi = 1
gi = 1 Eq(Int) = 1 g = 0
g = ge + gi = 1 g =(3+1)-(3+1)=0 Isostática
Hiperestática g =0 ge = 3 - 4= -1 Restringida
gi = 1
Isostática
Restringida
MC = 0 (à direita
ou à esquerda)
MC
D
= MC
E
= 0
A B
C
Atirantado
Tirante
(fio)
Tirante
C
A B
A B
C

Prof a
12
g = 1 g = 2
Momento
fletor é nulo
Arcos:
g = ge = 3 – 3 = 0 g = ge = 4– 3 = 1 ge = 4 – (3 + 1) = 0
Isostática Restringida Hiperestática Isostática Restringida
g = ge = ((3 + 2) – 3)= 2 ge = 3 – 3 = 0 ge = 4 – 3 = 1
gi = 1 gi = 1
Hiperestática Hiperestática Hiperestática
Quadros:
Conhecidos N1, V1 e M1 obtêm-se os esforços N2, V2 e M2 ou em qualquer seção.
ge = 3 – 3 = 0 gi = 3
Não é possível traçar os g = ge + gi = 0 + 3 = 3
diagramas, só conhecidas Hiperestática internamente
as reações de apoio HA, VA, VB.
g = ge + gi = 0 + 6 = 6
Hiperestática internamente
Tirante Tirante
A B
V1 N1 V1
M1
N2 V2V2
M2
A B BA A B

Prof a
13
1.5. Reações de apoio em estruturas planas:
1.5.1. Estrutura Aporticada
Cos α =4/5
Sen α =3/5
Decompor a força de 10kN nas direções x e y:
i) ∑FX = 0 HA + 6kN = 0 ∴HA = - 6kN
ii) ∑FY = 0 VA + VB = (10x3) + 8 = 38kN
iii) ∑MA = 0 7xVB – (30x 5,5)- (8x2) – (6x1,5) = 0
∴7VB = 190 ∴ VB = 27,14kN
Logo, VA = 38kN – 27,14kN = 10,86kN
Outra maneira seria:
∑MA = 0
7VB – (30x 5,5)- (10x2,5) = 0
∴7VB = 165+25 = 190
∴VB = 27,14kN
Verificação: ∑MB = 0
(10,86x7) + (6x3) – (30x1,5) – (8x5) – (6x1,5) = 0
76 + 18 – 45 – 40 – 9 = 0
Y
X
α
10x(3/5)=6kN
10x(4/5)=8kN10kN

Prof a
14
1.5.2. Pórtico Isostático
i) ∑FX = 0 -HA + 40 = 0 ∴HA = 40kN
ii) ∑FY = 0 VA + VB = 60kN
iii) ∑MA = 0 8VB + 80 - (40x6) – (60x4) = 0
∴8VB = 400 ∴ VB = 50kN
∴VA = 60 – 50 = 10kN
Verificação: ∑MB = 0 (10x8) + (40x3) – 80 – (60x4) + (40x3) = 0
120 + 120 – 240 = 0
1.5.3. Treliça Isostática
i) ∑FX = 0 HB + 4 -12 = 0 ∴HB = 8kN
ii) ∑FY = 0 VA + VB = 6 + 8 = 14kN
iii) ∑MB = 0 (4x4) + (8x1,5) – (12x2) – 3VA = 0
∴3VA = 16 + 12 – 24 = 4
∴VA = (4/3) = 1,33kN
∴VB = 12,67kN
Verificação: ∑MA = 0
r=3; b=5; n=4. r + b = 2n
5 + 3= 2x4
VA
HA
VB
B
A
80kNm
60kN
40kN
4.00m 4.00m
3.00m
3.00m
VA VB
HB
4kN
1.50m 1.50m
2.00m
2.00m
6kN
8kN
12kN

Prof a
15
1.5.4. Pórtico Triarticulado Isostático
i) ∑FX = 0 (→+
) HA + HB +20 -12 = 0 ∴HA+ HB = -8kN
ii) ∑FY = 0 (↑+
) VA + VB = 10x4 = 40kN
iii) ∑MA = 0 4VB - (40x2) + (12x2) – (20x4) = 0
∴4VB = 80 – 24 + 80 ∴ VB = 34kN
∴VA = 40 – 34 = 6kN
iv) Momento Fletor em C é nulo (Esq. Ou Dir.)
Análise da Estrutura à Esquerda da Rótula:
Verif. ∑MD = 0 (6 + 2)x4 + (12x2) + (6x4) – (40x2) = 0
32 + 24 +24 – 80 = 0
• 4 Incógnitas (Reações)
• 3 Equações Estáticas (Plano)
• 1 Equação interna (Rótula)
MC
D
= MC
E
= 0
Isostática
MC – (6x2) + (20x1) + (HAx4) = 0
ou MC = (6x2) – (20x1) – (4HA)
mas MC = 0 → 4HA= 12 – 20 = -8
∴HA = – 2kN
∴HB = –8 + 2 = -6kN
2.00m
A B
B
VA
HA HB
12kN4.00m
C D
20kN
2.00m 2.00m
HA
VC
MC
NC
20kN
2.00m
4.00m

Prof a
16
Exercícios: Determinar a reação de apoio.
i) ∑FX = 0 (→+
) RAX - RBX = 0 ∴ RAX = RBX (I)
ii) ∑FY = 0 (↑+
) RAY - RBY - 20 - 112= 0 ∴ RAY + RBY = 132 (II)
iii)∑MA = 0 (20x8) + (112x4) – (6xRBX) = 0
RBX = 160 + 448 ∴ RBX=101,33kN
6
RAX = RBX (I) ∴ RAX=101,33kN
RAX = RAY (45º) ∴ RAY=101,33kN
RBY = 132 - RAY (II) ∴ RBY=30,67kN
RA = RAX/cos 45º ∴ RA= (RAX)x 2 = 143,30kN
2
Conferindo
∑MC = 0 (20x2) - (112x2) + (6xRBY) – (6xRAX) + (6xRAY) = 0
40 – 224 + (30,67x6) – (101,33x6) + (101,33x6) = 0
-184 + 184 – 608 + 608 =0
184 – 184 = 0
a)
4
RA
RA
C
20kN
A
B
112kN RBY
RBX
RAX
RAY
14kN/m
20kN
C B
A
6.00m
6.00m2.00m

Prof a
17
i) ∑FX = 0 (→+
) RAX = RBX
ii) ∑FY = 0 (↑+
) RAY – 12(12) – 30 ∴RAY = 174kN
iii) ∑MA = 0 12xRBX – 30x20 – 144x6 = 0
RBX = 600 + 864 ∴RBX = 122kN ∴RAX = 122kN
12
Conferindo
∑MB = 0 12xRAX – 144x6 – 30x20 = 0
1464 – 864 – 600 = 0
∑MC = 0 6xRBX – 144x14 + 6xRAX – 20xRAY = 0
122x6 + 2016 + 122x6 – 174x20 = 0
732 + 2016 + 732 – 3480 = 0
c) Achar as reações de apoio para a viga abaixo :
BA
3.00m 6.00m 3.00m 3.00m
16kN/m
8kN
45°45°
10 2kN 10 2kN
b)
12kN/m
A
B
C C
B
A
144kN
30kNRAX
RAY
RBX
6.00m
6.00m
8.00m12.00m
30kN

Prof a
18
8144
3434
111,33108,67
5454kN.m
A B
9.00m
Balanço
d) Determinar as reações de apoio para a viga:
72 ↑ ↑ (144/2) = 72
34 ↑ ↑ 10 + 24 = 34
(8x3)/9 = 2,67 ↑ ↑ (8x6)/9 = 5,33
108,67 ↑ ↑ 111,33
6 ↑ ↑ (12/2) = 6
6 ↑ ↑ 6 + 8 = 14
2,67 ↑ ↑ (20-12)/3=2,67
10kN
10kN
3x(16/2)=24kN
10 2kN

Prof a
19
3 incógnitas
N1, N2, N3
3 equações: ∑FX = 0, ∑FY = 0, ∑FZ = 0
1.6. Reações de apoio no espaço:
6 Equações de Equilíbrio:
∑FX = 0; ∑FY = 0; ∑FZ = 0; ∑MX = 0; ∑MY = 0; ∑MZ = 0
1.6.1. Treliça Espacial
Isostática r + b = 3n
Restringida
n=4
r+b=3n
9+3 = 3x4
12=12
Inicia-se pelo equilíbrio do nó D:
Em seguida passa-se aos nós com apoios: Conhecidos agora os esforços N1, N2 e N3, para cada
nó A, B ou C existem 3 incógnitas (Reações) e 3 equações de equilíbrio.
D
C
BA
1 2
3
4tf
2tf
RAZ
RAX
RAY RBY
RBX
RBZ
RCY
RCX
RCZ

Prof a
20
1.6.2. Pórtico Espacial
5.00m
4.00m
RAZ
MAZ
RAY
MAY
RAX MAX
2tf
1tf
4tf
3.00m
Y
X
Z
6 reações
Isostática 6 equações de equilíbrio
Restringida
i) ∑FX = 0 RAX – 2tf = 0 ∴RAX = 2tf
ii) ∑FY = 0 RAY – 4tf = 0 ∴RAY = 4tf
iii) ∑FZ = 0 RAZ – 1tf = 0 ∴RAZ = 1tf
iv) ∑MX = 0 MAX – (4x3) – (1x5) = 0 ∴MAX = 17tfm
v) ∑MY = 0 MAY + (2x3) + (1x4) = 0 ∴MAY = -10tfm
vi) ∑MZ = 0 MAZ + (2x5) – (4x4) = 0 ∴MAZ = 6tfm

Prof a
21
2. ESFORÇOS INTERNOS EM ESTRUTURAS ISOSTÁTICAS
2.1. Treliças
Treliças - Estruturas reticuladas, ou seja formadas por barras (em que uma direção é
predominante) de eixo reto, ligadas por rótulas ou articulações (nós).
Quando submetidas a cargas aplicadas nos nós apenas, as barras estão submetidas
somente a esforços axiais.
Estaticidade e Estabilidade:
Condições para obtenção de uma treliça isostática:
1. equilíbrio Estável (Restringida, nós indeslocáveis);
2. número de incógnitas (*) igual ao número de equações de
equilíbrio da estática (**).
* O número de incógnitas é dados por:
número de reações (r) + número de barras (b).
(Incógnitas Externas) (Incógnitas Internas)
** Número de equações de equilíbrio é o resultado do:
- número de nós (n) x 2 (o valor é multiplicado devido a existência
de uma equação no eixo x e outra no y).
Desta forma, podemos classificá-las da seguinte maneira:
1a
. Condição 2a
. Condição Classificação
indeslocável e r + b = 2n Isostática
indeslocável e r + b > 2n Hiperestática
deslocável ou r + b < 2n Hipostática
Os métodos de obtenção de esforços em treliças são:
1. Equilíbrio dos Nós;
2. Ritter;
3. Cremona (Maxwell).

Prof a
22
Treliças Planas
Fonte: Engel, Heino, 1981
Sentido dos Esforços
Treliça com diagonais comprimidas
Treliça com diagonais tracionadas
Fonte: Salvadori, Heller, 1975
AI E O' B F M
N
HDOCG
L
W4 W2 W1 W3 W5
W4 W2 W1 W3 W5
AI E O' B F M
N
HDOCD
L

Prof a
23
Transmissão de Cargas para as Treliças
Treliça de Cobertura
Treliça de Ponte
Fonte: Süssekind, José Carlos, 1979, vol.1
Ligações das Extremidades das Barras
Fonte: Salvadori, Heller, 1975 Fonte: Süssekind, José Carlos, 1979, vol.1

Prof a
24
Mecanismo de Treliças Aplicado a Outros Sistemas Estruturais
Pórtico de Treliça Biarticulado
Pórticos de Treliça Triarticulado com Balanços
Arco de Treliça Triarticulado

Prof a
25
Treliças com Diferentes Condições de Apoios
Treliças apoiadas nas duas extremidades: Estrutura de vão livre
Treliças com Apoio Duplo no Centro: Estruturas em Balanço
Treliças com Extremidades em Balanço: Estrutura com Vão Livre e Balanço
Fonte: Engel, Heino, 1981

Prof a
26
Lei de Formação de Treliças Isostáticas:
Treliça Hiperestática:
r + b = 4 + 14 = 18
2n = 2.8 = 16
Treliça Hipostática:
r + b = 4 + 19 = 23
2n = 2.10 = 20
A B
C D
A B E G
1 2
3 7
4 8
6 9 10
11
5

Prof a
27
2.1.1. Método de Ritter
Seja a seguinte treliça:
Suponhamos que deseja-se determinar os esforços axiais nas barras 3, 6 e 10. Parte-se a
estrutura em duas partes, de forma a partir estas barras, através da seção SS indicada.
Considerando a parte da esquerda, deve-se colocar os esforços internos axiais que surgem
nas barras para estabelecer o equilíbrio:
As forças N3, N6 e N10 representam a ação da parte da direita da treliça sobre a parte da
esquerda.
HA
VA
P4
P1
P2
D
N6
N10
N3
S
S
1
2 3
7
48
6
9 10 11
5
HA
P4
P1
P2
PD
P5
C

Prof a
28
É indiferente considerar a parte da esquerda ou a da direita:
Os esforços indicados N3, N6 e N10 são iguais em módulo e direção, mas têm os sentidos
opostos dos que aparecem na parte esquerda. Representam a ação da parte esquerda sobre a parte
da direita.
Para obter os esforços N3, N6 e N10 utilizam-se as equações da estática, devendo ser
escolhidas e usadas numa ordem tal que permita determinar cada incógnita diretamente.
Para o exemplo, pode-se resolver utilizando:
ΣMC = 0 Obtém-se N3;
ΣMD = 0 Obtém-se N6;
ΣFy = 0 Obtém-se N10. (tanto faz pela esquerda ou direita)
Se os esforços forem positivos terão o sentido indicado (tração) senão terão sentido
inverso (compressão).
Observações:
1. seções de Ritter não podem interceptar 3 barrras paralelas, nem 3 barras concorrentes no
mesmo ponto;
2. as seções podem ter forma qualquer (não necessitando ser retas);
3. para barras próximas às extremidades da treliça (no exemplo, barras 1, 5, 4 e 7), pode ocorrer
que a seção de Ritter só intercepte 2 barras neste caso obter os esforços fazendo equilíbrio
dos nós (conforme vimos anteriormente).
P3
VB
P5
C
S
S
N6
N10
N3

Prof a
29
Exemplos:
1. Obter os esforços nas barras 2, 3, 9 e 10.
I. Obter as reações de apoio:
ΣFx = 0 HA = -6 tf;
ΣFy = 0 VA + VB = 10 tf;
ΣMA = 0 VB . 10 - 6 x 4 - 4 x 6 - 6 x 2 = 0;
VB = 6 tf e VA = 4 tf.
II. Seção S1S1
ΣMH = 0 N2 x 2 - 6 x 2 - 4 x 4 = 0 N2 = 14 tf (tração);
ΣMD = 0 -N16 x 2 - 6 x 2 - 4 x 4 = 0 N16 = -14 tf (compressão);
ΣFy = 0 N9 + 6 = 4 N9 = -2 tf (compressão).
8 9 10 11 12 13 1476
1 2 3 4 5
HA
VA VB
A C D E F B
G H I J
15 16 17
2 m 2 m 2 m 2 m 2 m
4 tf
6 tf
6 tf
S1 S2
S2S1
2
2 m
HA
VA
6 tf
S1
S1
N
N2
N16
6 tf
C
G H

Prof a
30
III. Seção S2S2
ΣFx = 0 N3 + N10 cos45º = 14 tf;
ΣFy = 0 N10 sen45º + 4 - 6 = 0;
N10 = 2,83 tf e N3 = 12 tf.
6tf
E F B
J
4 tf
2 m
I
S2
N10
N3
14 tf
S2

Prof a
31
Obter os esforços nas barras 2, 10, 19, 3 e 13.
I. Seção S1S1
ΣMD = 0 N19 x 2 + 6 x 2 + 5 x 4 = 0 N19 = -16 tf (compressão);
ΣFx = 0 N19 + N2 = 0 N2 = 16 tf (tração);
ΣFy = 0 N10 + 6 - 5 = 0 N10 = -1 tf (compressão);
HA =6tf
6tf
6tf
VB =5tf
H I J K L
B
GFEDCA
2 m
1
7 8 9
19
2 3 4 5 6
18 20 21
1710
11
12 13 14 15 16
S1
S2 S 3
VA =5tf
4tf
2 m 2 m 2 m 2 m 2 m
2 m
A
C1
87
6tf
5tf
9
2
10
H6tf 18 I
S 1
6tf
N2
N10
N19
J
D

Prof a
32
II. Seção S2S2
ΣMJ = 0 N3 x 2 + 6 x 2 - 5 x 6 - 6 x 2 = 0 N3 = 15 tf (tração);
II. Seção S3S3
ΣFy = 0 N13 cos45º + 5 = 0; N13 = -7,1 tf (compressão);
6tf A
C1
87
5tf
D
9
2 3
10 11
H6tf 18 19 JI
S2
6tf
N19
N3
N11
F4
13 14
B
G5 6
15 16 17
5tf
20 K
S3
21 LN 20
N 4
N13
J

Prof a
33
2.1.2. Método de Cremona
Seja a seguinte treliça para a qual se obtiveram as reações e esforços indicados:
1,5m 1,5m
3tf
3tf
5tf1tf
6tf
-1,25
3,75
-6,25
BA
C
2m
Se um nó está em equilíbrio, a soma vetorial de todas as forças que atuam sobre ele será
nula:
Nó A:
3
3,75
1,25
1
Nó B:
5
3,75
6,25
A
3 tf
1tf
1,25
3,75
B
6,25
3,75
5tf

Prof a
34
Nó C:
1,25
6,25
6
3
A soma vetorial das forças externas e internas atuantes forma sempre um polígono fechado.
O método de Cremona consiste em encontrar os esforços internos graficamente, a partir
do equilíbrio dos nós da treliça, seguem-se os seguintes passos:
• inicia-se por um nó com apenas duas incógnitas;
• marca-se em escala as forças externas atuantes, formando um polígono aberto;
• pelas extremidades deste polígono traçam-se paralelas às barras que concorrem no nó, cujos
esforços desejamos conhecer;
• a interseção destas paralelas determinará o polígono fechado de equilíbrio; obtêm-se assim
os módulos e sinais dos esforços nas barras;
• Os sinais dos esforços são obtidos verificando-se:
- se o esforço normal aponta para o nó negativo (compressão);
- se o esforço normal foge do nó positivo (tração);
• O sentido do percurso de traçado de forças é arbitrário, adotaremos o sentido horário;
• Obtém-se 2 a 2 incógnitas na análise sobrarão 3 equações de equilíbrio, já usadas para as
reações.
6tf
3tf C
1,25
6,25

Prof a
35
2.1.2.1. Notação de Bow
Marcar com letras todos espaços compreendidos entre as forças (exteriores e interiores),
que serão identificadas pelas duas letras adjacentes. No exemplo:
• reação Vertical no nó A : ab;
• reação Horizontal no nó A: bc;
• esforço Normal na Barra2: cf (ou fc);
• esforço Normal na Barra2: cf (ou fc).
Roteiro do Método:
1. Iniciar o traçado do Cremona pelo equilíbrio de um nó que contém somente duas barras
com esforços normais desconhecidos (incógnitas);
2. Começar com as forças conhecidas, deixando as incógnitas como forças finais;
3. Todos os nós são percorridos no mesmo sentido (horário ou anti-horário), para o exemplo
escolheu-se o horário;
4. Prosseguir o traçado do Cremona pelos nós onde só haja 2 incógnitas a determina, até
esgotar todos os nós, encerrando-se a resolução da treliça.
5. Os valores dos esforços nas barras são medidos no gráfico em escala;
6. Os sinais dos esforços são obtidos verificando-se:
- se o esforço normal aponta para o nó: COMPRESSÃO (-);
- se o esforço normal sai do nó: TRAÇÃO (+).
O polígono resultante do traçado do Cremona deverá resultar num polígono fechado para que
a treliça esteja em equilíbrio.

Prof a
36
Fonte: Süssekind, José Carlos, 1979, vol.1
e
2P
i
a
g
f
c
b
A C D
d
3P
FE
3P
P
B
h
3P
2
1
4
8
5
6
97
3
Sentido Horário -
Percurso do Traçado

Prof a
37
Nó A:
2P
3P
N7
a2
a7N2
2P
3P
N2
N7
Medir em escala N2 e N7
Nó E:
N2 conhecido - N3,N1 incógnitas:
mede-se em escala
N2
N1
N3
a3
a1
N1 (Compressão)
N2
N3

Prof a
38
Exemplos:
1.
2m 2m
C
D
BA
1m
1m
2 tf
A
1m
1m
B
D
C
2000kgf
cb d e
a
1000kgf 1000kgf
Nó A:
2000(T)2830
2230
a
b
d
1000
C
T
A

Prof a
39
Nó D:
Nó B:
2000
D
C
2000
28302830
C
T
T
2830
2830
20002000
d c
e
b
e
a2830
2230
1000
C
T
1000
B
A B
D
C
2000kgf
-2830
+2000
-2830
+2230 +2230
a
b
cd
e
Escala do Cremona (tf)
210

Prof a
40
2.
1tf
A
F
G
H
BEDC
1tf
2tf
2tf
2tf
4 m 1m 3m 1m 4m3m
VA= 4tf VA= 4tf
A
DC E B
H
G
F
2tf
2tf
2tf
3tf 3tf
b
c d
e
f
a
k
j
ih
g
0 1 2 3 4
Escala do
Cremona (tf)
f,k
j
c
a
d
e
h,i
g
-6,7 -6,7
-5,85
-1,8
+2,0
+6,0 +4,0 +4,0 +6,0
-1,8
+2,0
0
-5,85

Prof a
41
3.
6tf 6tf
6tf
2tf
2tf
2tf
6tf 6tf
6tf
2tf
2tf
2tf
i
b
h
g
j
k
a
e
d
c
f
6m6m6m
6m 6m
G
E
C
A
B
D
F
-3,2+3,2
+2,0
-2,2
-3,2
-4,8-2,9
-2,0
+6,4
+4,8
+3,0
a k
j
edcb,f
g
i
h
0 1 2 3 4
Escala do
Cremona (tf)

Prof a
42
2.2. Vigas
2.2.1. Vigas Simples - Método Direto para Diagramas
Esquerda
V
N
M
N
Direita
V
Convenção de sinais:
Revisão:
a
VV
F
M
a
F M
Esquerda com carga para cima Esquerda com carga para baixo
V – F = 0 V = +F positivo. V + F = 0 V = - F negativo.
M – F.a = 0 M = +F.a positivo. M + F.a = 0 M = - F.a negativo.
a
F
a
F
Direita com carga para cima Direita com carga para baixo
V + F = 0 V = - F negativo. V – F = 0 V = +F positivo.
M - F.a = 0 M = +F.a positivo. M + F.a = 0 M = - F.a negativo.
• Traçar DEC diretamente vindo pela esquerda.

Prof a
43
• Traçar DMF vindo pela esquerda, calculando M nos pontos de aplicação de força
concentrada.
Lembrando:
• Força Concentrada: Descontinuidade no DEC
• Binário Aplicado: Descontinuidade no DMF
q=0 ; (entre cargas conc.)
• V Constante
• M Varia Linearmente em x
q= k ;
• V Varia Linearmente em x
• M Varia Parabolicamente em x
Integrando q V; Integrando V M.
dx
dV
q =−
dx
dM
=V
dx
d M
q 2
2
=−

Prof a
44
Exemplo 1:
MC = 60.4 = 240 kN;
MD = 60.8 – 50.4 = 280 kN;
ME
Dir.
= 110.2 = 220 kN ou
ME
Esq.
= 60.11 – 50.7 – 30.3 = 220 kN
ou MD = MC + VC x4m ou ME
Esq.
= MD +VD x3m
DMF (kN.m)
60kN
60
280
240
(+)
220
-110
10
-20
DEC (kN)
110kN
30kN50kN 90kN
4 m 4 m 3 m 2 m
A
C D E
B

Prof a
45
Exemplo 2:
DMF (kN.m)
+3
-3
(-)
3kN
DEC (kN)
-9
3kN
12kN/m
3 m 1 m
A B
C

Prof a
46
Exemplo 3:
MMÁX = q.a2
/2 + 36 = 12.32
/8 + 36 = 13,5 + 36
MMÁX = 49,5 kN.m
36
(+)
18
V=0
(+)
18kN
12kN/m
DMF (kN.m)
36
DEC (kN)
-18
(-)
18kN
2 m 3 m 2 m
Mmáx
A B
C D

Prof a
47
Exemplo 4:
(q . a 2
) / 8 = (20 . 2 2
) / 8 = 10
-40
120
80
120
60
DMF (kN.m)
-60
20
(-)
(+)
40
80 kN
80
DEC (kN)
60 kN
100kN.m20kN/m
40kN
20kN
(+)
2 m 2 m 1,5 m 1,5 m 1 m
A B
C D E
10
10

Prof a
48
2.2.2. Vigas Gerber
• Aplicações principais – Pontes;
• Surgiram por motivos de ordem estrutural e de ordem construtiva;
• Vigas Gerber Isostáticas serão decompostas nas diversas vigas isostáticas que as
constituem:
- Vigas com estabilidade própria;
- Vigas que se apóiam sobre as demais;
Exemplos de Decomposição:
Os algarismos romanos I, II, III e IV indicam a ordem de resolução, para obtenção das reações
de apoio.
• Os diagramas podem ser traçados separadamente, juntando-os em seguida;
• As rótulas transmitem forças verticais e horizontais, mas não transmitem momento;
• Basta que um dos apoios resista a forças horizontais na viga Gerber. Apenas as cargas
verticais provocam esforço cortante e momento fletor nas vigas, portanto, na
decomposição não é necessário distinguir apoios do 1o
ou 2o
gênero. Usaremos
apenas: ∆
II
I
II
II
I

Prof a
49
IV
III
II
I
II

Prof a
50
Esforços Internos – Diagramas – Exemplos:
1.
18 tf
F
F
6tf6tf6tf
22,67 tf
BA
9,33 tf
4tf/m
C D E
4tf/m
6tf 6tf
4tf/m
BA
6tf
C D E
4tf/m
36 tf.m
2 m 3 m 2 m 3 m 3 m

Prof a
51
MA = 0
MB = -6 x 2 = -12
MC = -6 x 5 + 9,33 x 3 – 12 x 1,5 = -20
MD = -6 x 7 + 9,33 x 5 – 20 x 2,5 + 22,67 x 2 = -0,01 ≈ 0 OK
(o momento fletor na rótula é sempre nulo, a não ser que haja um binário aplicado na rótula.)
ME = -36 + 18 x 3 – 12 x 1,5 = 0 OK
MF = -36
Quando na rótula não há força concentrada:
Vd
esq
= Vd
dir
Ve
esq
= Ve
dir
-8,67
A
-12
-20
CB
-6
-36
4,5
D FE
-18
-6
14
3,33
6
DMF (tf.m)
DEC (tf)
2
4,5
4,5
4,5

Prof a
52
2.
4+6+3 =
13 tf
3 tf 3+3 = 6 tf3 tf 3 tf
2+4+3+2=
11 tf
3 tf
11 tf
3 tf
4 tf
12
6
6 tf
2 tf/m 3 tf/m
3 tf
A
2 tf/m
B C
3 tf/m
FD E
4 tf 3 tf
HG
4-3=
1 tf
8 tf
8 tf
JI
2 tf/m
3 m 2 m 2 m 2 m 2 m 2 m 2 m1 m 1 m

Prof a
53
MD = -4+ (2.42
)/8 + (4.4)/4 = 4 MI = 1.2 = 2
A CB FED
4
HG
-4
3
-5
-3
-4
-12
-6
-2
3
2
-6
-3
6
5
7
JI
2
DMF (tf.m)
-1
DEC (tf)
2,25 2,25

Prof a
54
2.2.3. Vigas Inclinadas
Independente do valor de b, as reações verticais serão iguais (= q.a / 2)
1.
Esforços Internos: Seção S (a x do apoio A)
(q.a)/2
S
V
(q.a)/2
q.x N
M
A
S (q.a)/2
q
B
x
a
b
x
x/2

Prof a
55
α⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−= cos.x.q
2
a.q
V α⎟
⎠
⎞
⎜
⎝
⎛
−−= sen.x.q
2
a.q
N
⎟
⎟
⎠
⎞
⎜
⎜
⎝
⎛
−=
2
x.q
x.
2
a.q
M
2
(para fins de momento fletor a viga se comporta como se fosse horizontal)
Diagramas:
q.a.(sen /2
- q.a.(sen /2
q.a.(cos /2
(+)
(-)
(-)
(+)
DM
- q.a(cos /2
DE
DE
q.a²/8

Prof a
56
2.
I. ΣFx = 0
HA = q.b
Esforços Internos:
II. ΣFy = 0
VA = VB
III. ΣMA = 0
a.VB – qb.b/2 = 0
VB = qb2
/2a = VA
(q.b²)/2.a
S
q.x
M
N
V
q.b
x
x/2
y
N = (qb – qx)cosα + (qb2
/2.a) . senα
V = (qb – qx)senα - (qb2
/2.a) . cosα
M = x.qb – qx2
/2 – y.(qb2
/2.a)
M = x.qb – qx2
/2 – x.(a/b).(qb2
/2.a)
M = qbx/2 – qx2
/2
A
VA
VB
S
B
q
HA
a
b
x

Prof a
Colaboração: Programa de Educação Tutorial – PET
57
Diagramas:
q.b.[cosα+(b.senα)/2.a
q.b².(sen α)/2.a
q.b.(sen α)/2
-q.b.(sen α)/2
q.b²/8
DEN
DEC
DMF

Prof a
58
3.
R = q . (a² + b²)
A
q
B
A
B
q
q.b
q
q.a
A
B
b
a

Prof a
59
Logo, o diagrama de momento fletor fica:
q.(a²+b²)/8
Se tivermos, por exemplo, as estruturas:
DMF
-6
A
6 tf.m
2
6
DMF
1 tf/m
2 tf.m
B
8m
6m
-2
2

Prof a
60
52,5
A
(+)
DMF
(-)
-20
20 kN/m 20 kN.m
B
4m
3m
10

Prof a
61
2.3. Pórticos
2.3.1. Estruturas Aporticadas
1,5m1,5m
27,14 kN
10 kN/m
10,86 kN
6 kN
S2
S1
10 kN
S3
2m 3m2m
y
x
6 kN
10,86 kN
N
M
V
S1
t n
Seção S1:
ΣFn = 0
N – 6.cosα + 10,86.senα = 0
N = 6.cosα - 10,86.senα
N = -1,72 kN (const.)
ΣFt = 0
V = 6.senα + 10,86.cosα = 12,2 kN (const.)
ΣMz = 0
M = 10,86.x + 6.y y = x.tgα
M = 10,86.x + 4,5.x = 15,36.x
Para x=0, M=0;
x=2, M=30,72 kN.m;

Prof a
62
Seção S2:
N = -1,72 kN (const.)
V = 12,29 - 10 = 2,29 kN (const.)
M = 15,36.x –8(x-2) –6(y-1,5) = 2,86.x + 25 – 0,75.x y = x.tgα
Para x=2, M=30,72 kN.m;
x=4, M=36,44 kN.m;
Seção S3: (direita)
10 kN/m
27,14 kN
M
V x'
V = 10.x’ – 27,14
Para x’=0, V=-27,14 kN;
x’=3, V=2,86 kN;
M = 27,14.x’ – 10.x’2
/2
Para x’=0, M=0 kN.m;
x’=3, M=36,42 kN.m;

Prof a
63
Diagramas:
-27,14
(+)
12,29
2,86
2,29
(+) (-)
-1,72
(-)
nulo
x = (10x3²)/8 = 11,25
DMF (kN.m)
DEC (kN)
DEN (kN)
30,72
36,42
36,42
x
0,286m

Prof a
64
Não havendo barras inclinadas, recomeça-se o traçado de diagramas pelo método direto.
10 kN/m
17 kN
12 kN
DMF (kN.m)
DEC (kN)
DEN (kN)
(-)
(+)
(-)
12
12 kN
nulo
-17
(+)
17
-23
x = (10x4²)/8 = 20
12
12
23 kN
(+)
(+)
4m
1m
1m
x

Prof a
65
Considerações Sobre os Sinais dos Diagramas:
As fibras inferiores serão tracejadas, definindo portanto a parte à esquerda e à direita da
seção. Exemplos:
S1
S3
S2
S3
N
V
S1
M
V
M
N

Prof a
66
Exemplos:
01.
P
P
(+)
P
-P
(-) nulo
-Pa
Pa
(-)
(+)
(+)
Pa
P
S1
S2
S3
Pa
Pa
nulo
nulo
P
DEN (kN)(+)
DMF (kN.m)
DEC (kN)
a a
a
ΣFy = 0 ∴ N = P
ΣFx = 0 ∴ V = 0
ΣMz = 0 ∴ M = -P.a + P.2a = P.a (constante)

Prof a
67
02.
P/2 P/2
P
DMF (kN.m)
DEC (kN)
DEN (kN)
nulo
nulo
-P
(-)
(-)
-P
(+)
P/2
P
(+)
P(L/2 + a)
(+)
(+)(+)
P(L/2+a)
P(L/2+a)
PL/2
nulo
L/2
a L a

Prof a
68
2.3.2. Pórticos Simples
80 kN.m
60 kN
40 kN
40 kN
10 kN
50 kN
40
DEN (kN)
(+)
DMF (kN.m)
DEC (kN)
-50
-10
(-)
(-)
nulo
(-)
(+)
(+)
-50
10
40
200
(+)
nulo
280
240
240 (+)
6m
4m 4m
3m

Prof a
69
Pelo Método Direto:
Obter os diagramas solicitantes para o quadro abaixo:
Reações:
ΣFx = 0 ∴ RAx = 1 tf
ΣFy = 0 ∴ RAy = 3 + 1.4 + 1
RAy = 8 tf
ΣMA = 0 ∴ 3.2 – 1.4.2 – 1.1 + 1.2 + MA = 0
MA = 1 tf.m
Seção S1: trecho DC
N = 0;
V = -3 tf
MC = -6 tf.m
Seção S2: trecho CE
N = 0;
V = 1.x
Para x = 0; V = 0;
x = 4; V = 4 tf;
M = -1.x2
/2
Para x = 0; M = 0;
x = 4; M = -8 tf.m;
Seção S3: trecho FB
N = -1 tf
V = 1 tf
M = -1.x
Para x = 0; M = 0;
x = 1; M = -1 tf.m;
Seção S4: trecho BC
N = -7 tf
V = 0
M = -2 tf.m
3 tf
1 tf/m
1 tf
1 tf
1 tf.m
B
A
D E
C
F
8 tf
1 tf
2m
2m
2m 1m 3m

Prof a
70
Seção S5: trecho AB
N = -8 tf
V = -1 tf
M = -1 – 1 . x
Para x = 0; M = -1 tf.m;
x = 2; M = -3 tf.m
Diagramas:
DEN (kN)
(-)
DMF (kN.m)
DEC (kN)
(-)
(+)
-8
-7
nulo
-1
-3
+4
+1
-1
nulo(-)
(-)
-2
(-)
-1
(-)
-3
-8
-6
-1
(-)
(-)
(-)

Prof a
71
Reações:
ΣFy = 0 ∴ 1 + 6 – 4.5 + VA + VB = 0
VA + VB = 13
ΣMA = 0 ∴ 1.2,5 – 4.5.2,5 + 6.5 + HB.10 = 0
HB = 1,75 tf
ΣFx = 0 ∴ HB = - HA HA = - 1,75 tf
ΣME
Dir
= 0 ∴ HB.4 - VB.5 = 0
(embaixo) VB = 1,4 tf VA = 11,6 tf
Seção S1: [0 x 2,5]
N = + 1,75 tf;
V = 11,6 - 4.x
Para x = 0; V = 11,6;
x = 2,5; V = 1,6 tf;
M = 11,6.x - 2.x2
Para x = 0; M = 0;
x = 2,5; M = 16,5 tf.m;
1 tf
VA
HA
4 tf/m
6 tfN
HB
VB
A
B
C
D
E
V
S1 S2
S3
S4
x
6m
4m

Prof a
72
Seção S2: [2,5 x 5,0]
N = + 1,75 tf;
V = 12,6 - 4.x
Para x = 2,5; V = 2,6 tf;
x = 5; V = -7,4 tf;
M = 12,6.x - 2.x2
– 2,5
Para x = 2,5; M = 16,5 tf.m;
x = 5; M = 10,5 tf.m;
Seção S4: [0 x 5,0]
tgα = 4/5 senα = 4/√41
N + 1,75.cosα + 1,4 senα = 0 N = - 2,24 tf;
V + 1,75.senα - 1,4.cosα = 0 V = 0;
M = 1,4.x – 1,75.y M = 0;
Seção S3: [0 x’ 6,0]
N = - 7,4 tf;
V = -1,75 tf;
M = 1,75.x’
Para x’ = 0; M = 0;
x’ = 6; M = 10,5 tf.m;
N
ulo
DMF (tf.m)
DEN (tf)
DEC (tf)
16,5
17,3
10,5
(+) (+)
(+)
-7,4
N
ulo
(-)
2,6
1,6
11,6
-1,75
(-)
1,75
-7,4
-2,24
(-)
(+)
(-)
10,5

Prof a
73
Reações:
ΣFx = 0 ∴ HA + HB + 12 – 3,33 = 0
HA + HB = - 8,67 tf
ΣFy = 0 ∴ -10 + 4,99 + VA + VB = 0
VA + VB = 5,01 tf
ΣMB = 0 ∴ 6.1 + 10.4 – 12.3 – 9.VA = 0
VA = 1,11 tf VB = 3,9 tf;
ΣME
Esq
= 0 ∴ - HA.6 + VA.2,5 – 12.3 = 0
HA = -5,54 tf HB = -3,13 tf
Diagramas:
A B
C D E
HA
VA VB
HB
6 tf
10 tf
3,90
3,135,54
1,11
4,99
3,33
10
12
2m2m2,5m2,5m
3m
3m
1
2 tf/m
-1,11
DEN (tf)
DMF (tf.m)
DEC (tf)(-)
(-)
(-)
(-)
-6,5
-10,98
-4,98
Nulo
0,44
(-)
-6,0
1,11
-6,46
5,54
(+)
(+)
(-)
(+)
-2,8
(+)
-2,8
2,82,8
4,41
6,0
-1,6
7,66
(-)
(+)
2,77

Prof a
74
Determinar os diagramas de esforços solicitantes:
N = - 4,42 kN
V = - 2,55 kN
0 = M + 3,2.(x - 0,3) + 1,9.x
M = -5,1.x + 2,56
Para x = 1,6; M = -5,6 kN.m;
x = 3,2; M = -15,8 kN.m;
60°
1,9kN 1,9
1,9kN
2 kN/m
1 kN/m
2 kN/m
1 kN/m
5,1kN
15,8kN.m
3,46m
3,8m 1,6m 2m
60°
Nulo
DEN (kN)
(-)
-4,42
DMF
(kN.m)
DEC (kN)
-2,55
-5,1
-1,9
(+)
(-)
(-)
-5,6
-5,6
-15,8
1,8
(-)
(-)
(+)

Prof a
75
2.3.3. Pórtico com Articulação e Tirante
Análise da estaticidade:
4 incógnitas: 3 inc. ext.;
1 inc. int.;
4 equações: 3 eqs estática;
1 eq. MF
D
= MF
E
;
g = (3+1) – (3+1) = 0
Substitui-se a barra CD pelo par de
esforços N:
Reações e N:
ΣFx = 0 ∴ HA = 0;
ΣFy = 0 ∴ VA + VB = 8 tf
ΣMz = 0 (A) ∴VB.4 – 8.2 = 0
VB = 4 tf.m VA = 4 tf.m
Momento Fletor em F, pela direita:
MF
D
= 0 ∴ 4 – 2.N = 0
+ N = 2 tf.
4m
HA
VBVA
4 tf.m
2 tf/m
Tirante ou fio (se for
comprimido escora)
FE
DC
BA
2m
2m
HA
VB
NN
VA
4 tf.m
8 tf
N
4 tf.m
F
2m
2m
4 tf

Prof a
76
Diagramas:
Nulo
(-)
-4
4
Nulo
-4
NuloNulo
Nulo
(-)
(-)
(-) -4
-4
DMF (kN.m)
-4
2
Nulo
(-)
(+)
(-)
-2
(+)
-4-4
DEC (kN)
-2
2
(-)
(+)
(-) (-)
DEN (kN)
x = (2 x 4²) / 8 = 4
x

Prof a
77
2.3.1. Pórticos Compostos
Pórticos Compostos são uma associação de pórticos simples. Assim como a viga
Gerber é uma associação de vigas simples. Se forem isostáticos, o resultado será uma
Associação de Pórticos Simples Isostáticos.
1.
A B J K
HDx
C D
Dy
Dy
E
HxH
H
Hy
Dx Hx
Hy
I
GF
A B
C
E
D
J K
GF
H I

Prof a
78
2.
3.
4.

Prof a
79
5.
A D G
30 kN
B
10 kN/m
C
E
20 kN
F
5m8m 3m
2m
2m
4m
Decompondo:
ΣFx = 0 ∴ HC = 30 kN;
ΣFy = 0 ∴ VA + VC = 80 kN;
ΣMA = 0 ∴8.VC + 4.HC –80.4 –
30.2 = 0
VC = 32,5 kN VA = 47,5 kN
ΣFx = 0 ∴ HD + HG +30 = 0
ΣFy = 0 ∴ VD + VG = 20 + 32,5 + 80
VD + VG = 132,5 kN
ΣMD = 0 ∴ 8.VG – 20.5 – 80.4 – 30.4 = 0
VG = 67,5 kN VD = 65 kN
MC
D
= 0 ∴ 4.HD = 0
HD = 0 HG = - 30 kN
A
VA
B
30 kN
10 kN/m
C
Vc
Hc
D
VD
G
HD
C30 kN
32,5 kN
E
20 kN
VG
HG
F
10 kN/m

Prof a
80
Diagramas:
(+)
60
(+)60
(+) (-)
80
120
(+)
(-) (-)(-)
120
nulo
60
47,5
(+)
(+)
30
nulo
120
(+)
(+)
60
30
80
180
(+)
DMF (kN.m)
180
-30(-)
(+)
(-)
-32,5
(-)
(+)
(+)
(-)
-20
32,5
-65
-47,5
DEC (kN)
-67,5
(-)
-30
-47,5
-30
(-)
(-)
nulo
-32,5
(-)
-47,5
DEN (kN)

Prof a
81
2.4. Cabos
Cabos são estruturas lineares, extremamente flexíveis, capazes de resistir a
esforços de tração. Os esforços cortantes, de compressão, de flexão e de torção não são
resistidos por um cabo ideal.
Os cabos são utilizados em vários tipos de estruturas. Nas pontes pênseis e
teleféricos são principais elementos portantes, nas linhas de transmissão conduzem a
energia elétrica, vencendo vãos entre as torres e são empregados como elemento portante
de coberturas de grandes vãos (Süssekind, 1987).
No estudo estático, assume-se a hipótese que os cabos são perfeitamente flexíveis,
isto é, possuem momento fletor e esforço cortante nulos ao longo do comprimento. Dessa
forma, os cabos ficam submetidos apenas a esforços normais de tração.
As formas assumidas pelo cabo dependem do carregamento que nele atua. Se o
carregamento externo for muito maior do que o peso próprio do cabo, este último é
desprezado no cálculo. A geometria da configuração deformada do cabo, para um dado
carregamento, é denominada forma funicular (do latim, funis = corda) do cabo.

Prof a
82

Prof a
83
Fonte: Vasconcelos, Augusto Carlos; Pontes Brasileiras, Viadutos e Passarelas
notáveis, Editora PINI, São Paulo, 1993.
Ponte Hercilio Luz
(inaugurada 13/05/1926)

Prof a
84
Exemplo de formas funiculares:
Catenária
Parábola
Polígono
Trapezóide
Triângulo
Carga Uniformemente
Distribuída ao longo do vão
Carga Uniformemente Distribuída ao longo do
comprimento do cabo (peso próprio)
Forma FunicularCarregamento

Prof a
85
A catenária possui uma geometria mais baixa que a parábola. Isto é conseqüência
do peso próprio se concentrar mais nas regiões próximas das extremidades.
A partir de estudos comparativos entre a forma da parábola e da catenária, para
várias relações de flecha (f) e vão entre extremidades (L), constata-se que para relações (f
/ L) ≤ 0,2 as formas da parábola e da catenária são praticamente coincidentes. Nestes
casos, é mais prático usar a forma da parábola para determinação dos lugares geométricos
dos pontos ao longo do cabo.
f
L
y
x
Y = ax2
+ bx +c

Prof a
86
2.4.1. Reações de Apoio para Cabos:
Seja um cabo que suporta duas cargas concentradas de valor “P”, dispostas nos
terços do vão:
PP
f
L/3 L/3 L/3
H = Ax
Ay By
H = Bx x
y
A
C D
B
Os sistemas do tipo cabo desenvolvem em suas extremidades empuxos
horizontais, exigindo que os vínculos em “A” e “B” sejam do 2o
gênero.
Por ser um sistema estrutural plano, as equações de equilíbrio a serem satisfeitas
serão:
ΣFx = 0;
ΣFy = 0;
ΣMz = 0.
Lembrando que para qualquer ponto ao longo do cabo o momento fletor é nulo
devido à sua flexibilidade.
Aplicando as equações de equilíbrio ao cabo ACDB :
ΣFx = 0 Ax – Bx = 0, logo Ax = Bx = H (empuxo horizontal);
ΣMA = 0 PL / 3 + P (2L / 3) – By.L = 0, portanto By = P;
ΣFy = 0 Ay + By = 2P, então Ay = 2P – By = P.
Para o cálculo do empuxo horizontal “H” é necessária uma Quarta equação de
equilíbrio que sai da hipótese de momento fletro nulo (M = 0) para qualquer ponto ao
longo do cabo. Escolhendo-se o ponto C:
ΣMc = 0.

Prof a
87
Faz-se uma seção no cabo que coincida com o ponto C escolhido e trabalha-se
com a parte a esquerda ou a direita do ponto C, substituindo pelo seu efeito na seção.
AH
L/3
Ay = P
C
P
NCD
f
ΣMc = 0 - H.f + (P.L) / 3 = 0, portanto H = (P . L) / 3f.
Observe-se que quanto menor a flecha f, maior o empuxo H. E assim encontram-
se as reações de apoio do cabo.
É interessante a seguinte comparação:
D
L/3
A
L/3
H
P
C
P
B H = PL / 3f
L/3
P
f
P
P
Ay* = P
A
P
By* = P
B
L/3 L/3 L/3

Prof a
88
Observa-se que as reações de apoio verticais coincidem para o cabo “AB” e para a
viga “AB” de idêntico vão e carregamento. Logo, as reações de apoio verticais do cabo
podem ser encontradas pela substituição do cabo por uma viga com idêntico vão e
carregamento:
Ay e By (no cabo) = Ay* e By* (na viga).
Doravante, toda referência a reações de apoio e esforços na viga de substituição
serão identificados por um asterisco.
No entanto, a vantagem de comparar o cabo AB a uma viga de substituição AB
não está somente nas reações de apoio verticais. Observamos o diagrama de momentos
fletores para a viga de substituição e comparemos ao empuxo horizontal no cabo:
D
P
P
A
P
PL / 3f
C
A
P
P
B
P
H = PL / 3fB
PL/3
(+)
DMF
PL/3
L/3L/3 L/3
f
L/3 L/3 L/3
M*
máx = PL / 3, logo H = PL / 3f = M*
máx / f.
Onde f é a distância vertical máxima do cabo até a linha de fechamento entre as
extremidades A e B do cabo.
Vejamos para outras condições de carregamento:

Prof a
89
a)
L/2 L/2
P
f
P/2P/2
PL / 4f H = PL / 4f
P
L/2 L/2
P/2 P/2
(+)
PL/4
DMF
C
ΣMc = 0 - H.f + (P/2).(L/2) = 0,
portanto H = (P . L) / 4f = M*max/f

Prof a
90
b)
(+)
qL /8
DMF
L
f
qL/2
H = qL² / 8fqL / 8f
qL/2
q
q
L
qL/2qL/2
2
2
Portanto, as reações de apoio nos cabos podem ser obtidas através de uma vigas
de substituição:
Ay = Ay*
By = By*
H = M*
max / f

Prof a
91
2.4.2. Esforços Normais de Tração Atuantes em Cabos
Uma vez conhecidas as reações de apoio, é possível determinar os esforços
normais atuantes no cabo.
Usando mais uma vez o exemplo do cabo submetido a duas cargas concentradas
eqüidistantes, de valor “P” cada uma:
BA xPL/3fPL/3f
y
P
DC
P
P
P
E
L/3L/3 L/3
f
Esforço normal no trecho AC:
Substitui-se a parte do cabo
retirada, pelo seu efeito, a Força Normal
NAC. Aplicam-se as equações de
equilíbrio:
ΣFx = 0 NAC
x
= P L / 3 f;
ΣFy = 0 NAC
y
= P, logo
NAC
2
= (NAC
x
) 2
+ (NAC
y
) 2
;
NAC = [ (P L / 3 f) 2
+ P 2
] ½
PL/3f A
E
P
NAC
y
y
x
NACy
NACx

Prof a
92
Esforço normal no trecho CD:
f
P
P
F
C
APL/3f
NCD
ΣFx = 0 NCD = H = P L / 3 f;
ΣFy = 0 P – P = 0, equilíbrio satisfeito
Esforço normal no trecho DB:
NDB = NAC = [ (P L / 3 f) 2
+ P 2
] ½
Observa-se, da comparação entre NAC e NCD, que o esforço normal máximo de
tração no cabo AB ocorre nos trechos AC e DB, trechos adjacentes aos apoios das
extremidades. Esta é uma das características dos cabos, os esforços normais máximos
ocorrem nas seções dos cabos próximas aos vínculos externos, pois é onde a componente
vertical do esforço normal, NY, é de maior valor.
Calculando agora os esforços normais para um cabo com carga uniformemente
distribuída ao longo do vão:
y
q
L
qL/2
H
x
qL/2
f
H = qL² / 8f

Prof a
93
Cortando o cabo em uma seção genérica de coordenadas (x,y):
Nsy
y
q
S
H
qL/2
x
Ns
Nsx
Aplicando-se as equações de equilíbrio:
ΣFx = 0 NS
x
= H ;
ΣFy = 0 NS
y
– q L / 2 + q x = 0
NS
y
= q L / 2 - q x, sendo
para x = 0, NS
y
= q L / 2 ;
para x = L/2, NS
y
= 0.
Para o ponto x = L / 2, onde ocorre a flecha f, distância máxima da linha AB, não
há componente vertical do esforço normal de tração.
Logo, o esforço normal varia ao longo do comprimento do cabo:
Para x = 0 NS = [ (NS
x
)2
+ (NS
y
)2
] ½
NS = [ (H)2
+ (q L /2)2
] ½
Valor Máximo
Para x = L / 2 NS = [ (NS
x
)2
+ (NS
y
)2
] ½
NS = [ (H)2
+ (0)2
] ½
NS = H Valor Mínimo
Comparando o valor de NS
y
com os esforços da viga de substituição submetida a
idêntico carregamento, constata-se que a variação de NS
y
para x=0 é q L / 2 e para x=L/2
é nulo, coincidindo com a variação do esforço cortante na viga:

Prof a
94
(+)
L
qL/2
qL/2
A
-qL/2
Vs*
Vs*
(-)
qL/2
B
q
Portanto, pode-se concluir que o esforço normal de tração para um cabo é
estimado pela expressão:
NS = [ (NS
x
)2
+ (NS
y
)2
] ½
NS = [ (H)2
+ (VS*)2
] ½
Onde H: Empuxo horizontal nas extremidades do cabo e;
VS* : Esforço cortante para uma seção genérica da viga de substituição.
Exercício Proposto: Determinar os esforços normais para cada trecho da estrutura:

Prof a
95
Respostas:
NAC = NEB = 1.639,12 tf;
NCD = NDE = 1.598,80 tf.
Uma vez conhecida a força normal de tração máxima no cabo, a tensão normal de
tração será:
Onde fst = resistência à tração do aço;
A = área útil da seção transversal.
σt = Nmáx / A fst
25 m
yc = 6m
25 m
256 tf
383 tf C
H = 1593,75 tf
A
25 m25 m
ye = 6m
yd = 8m
383 tf
256 tf
254 tf
D
E
H = 1593,75 tfB

Prof a
96
2.4.3. Conformação Geométrica Final do Cabo:
Fazendo, mais uma vez, uso da viga da hipótese de momentos fletores nulos para
qualquer ponto genérico sobre o cabo AB.
BA PL/3fPL/3f
L/3L/3L/3
f
P
DC
P
P
P
E
X
Y
Para um ponto genérico “E” que pertença ao cabo e tenha coordenadas (x,y)
PL/3f A
E
P
NAC
y
y
C
Para um ponto “E” situado a uma distância x do apoio “A” da viga de substituição
AB, a equação de momentos fletores é dada pela equação:
ΣME = 0 - H.y + P.x = 0, portanto y = P . x / H = 3f . x / L.
A configuração geométrica do cabo para o trecho AC é definida por uma equação
do 1o
. grau.

Prof a
97
ΣME* = 0 P . x – ME* = 0, logo ME* = P . x
Comparando a expressão do momento no ponto “E” para a viga de substituição
com a expressão encontrada para a configuração geométrica do cabo para o ponto “E”:
Viga de Substituição ME* = P . x ;
Cabo yE = (P . xE) / H.
Percebe-se que mais uma vez existe uma relação entre a cota vertical y do cabo e
o momento fletor para a viga de substituição na mesma seção, portanto, deduz-se que a
cota vertical ys, para uma seção genérica S do cabo, é igual ao Ms* dividida pelo empuxo
horizontal H na viga de substituição para uma seção S de mesma posição horizontal que
no cabo:
Ys = Ms* / H
Dessa forma, pode-se determinar a posição vertical de qualquer ponto do cabo a
partir do momento fletor na viga de substituição. Uma conclusão adicional desta relação
PL/3
(+)
DMF
P
A E
ME*
L/3L/3
P
P
A
L/3
P
P
B
E

Prof a
98
y = Ms* / H é constatada ao comparar-se a forma do diagrama de momentos fletores para
a viga de substituição e a forma funicular do cabo:
M* = f (x) - parábola
DMF
q
P
DMF
M* = f (x)
P P
DM
F
M* = f (x)
q
H H
y = M * / H
H
P
y = M* / H
H
H
P P
y = M* /H
H

Prof a
99
Exercício Proposto: Determinar as reações de apoio no cabo AB e as cotas
verticais nos pontos “C” e “E”.
Respostas:
Ay = By = 383 tf
H = 1.593,75 tf
yC = yE = 6,0 m
Pode-se também deduzir a forma funicular para um cabo submetido a carga
uniformemente distribuída ao longo do vão:
Reações de Apoio:
q
qL² / 8f H = qL² / 8f X
y
qL/2 qL/2
fC
A
C E
256 tf
B
D
254 tf
256 tf
25 m 25 m 25 m25 m
y = 8m
D

Prof a
100
Ay = By = qL/2
H = M*máx / f = qL2
/ 8f
Escolhendo um ponto genérico “C”, com posição (xC, yC), passando uma seção, o
diagrama de equilíbrio estático fica:
ΣMC = 0
½ qL . xC – ½ q . xC
2
– H . yC = 0
yC = q . (L . xC - xC
2
) / 2H
yC = 4 f . (L . xC - xC
2
) / L2
Generalizando para um ponto qualquer sobre o cabo, de coordenadas (x,y):
y = 4 f . (L . x - x2
) / L2
Equação da Conformação Geométrica do Cabo.
Equação de parábola quadrática para o caso de carregamento uniformemente
distribuído ao longo do vão.
Uma vez conhecida a linha elástica do cabo na conformação deformada, pode-se
estimar o comprimento total do cabo: Lc.
O comprimento total do cabo Lc é obtido a partir da expressão da linha elástica y=
f(x), através da integração ao longo do comprimento:
dL2
= dx2
+ dy2
( ) 2
2
222
dx
dy
+1dx=dx/dy+1dx=dL
∫ ∫ ⎟⎟
⎠
⎞
⎜⎜
⎝
⎛
+==
L L
dx
dx
dy
dLLc
0 0
2
2
1
Para a situação de carregamento uniformemente distribuído ao longo do vão:
dL
dx
dy
qL/2
qL² / 8f
C
Nc
yc
y

Prof a
101
y = 4 f . (L . x - x2
) / L2
.
dy / dx = 4 f . (L – 2 x) / L2
, substituindo na integral:
( )∫0
5,02
2
2
4
1
L
dxxL
L
f
Lc
⎪⎭
⎪
⎬
⎫
⎪⎩
⎪
⎨
⎧
⎥⎦
⎤
⎢⎣
⎡
−+=
A solução desta integral é feita pelo desenvolvimento do integrando sob a forma
de série. Utilizando este tipo de resolução de integrais definidas, encontra-se a seguinte
expressão:
Lc ≅ L [ 1 + 8/3 ( f / L )2
]
Comprimento total de um cabo de forma funicular parabólica, submetido à carga
uniformemente distribuída ao longo do vão.
Nas situações de cabos submetidos a peso próprio, cuja forma funicular é uma
catenária, mas para a relação f/L 0,2, pode-se utilizar a mesma expressão anterior para
estimar o comprimento total do cabo Lc.

Prof a
102
Exemplo:
Qual o comprimento total do cabo que suporta uma sobrecarga uniformemente
distribuída ao longo do vão de 100 N/m e que possui peso próprio igual a 50 N/m,
sabendo-se que os pontos de fixação estão no topo de postes de 6 m de altura e que estão
afastados entre si de 50 m? Além disso, há a informação que o ponto mais baixo do cabo
está 4,5 m acima do solo.
Flecha:f = 6m – 4,5m = 1,5 m
f / L = 1,5 / 50 = 0,03 0,2 Pode-se utilizar a expressão da parábola para
substituir a geometria da catenária: Lc ≅ L [ 1 + 8/3 ( f / L )2
].
Considerando-se o erro na substituição da catenária pela parábola desprezível:
Lc = 50 [ 1 + 8/3 ( 1,5 / 50 )2
] = 50,12 m
q = 100 N/m - Parábola
g = 50 N/m - Catenária
f
4,5m
6m
L = 50m

Prof a
103
Exemplo de Aplicação (Extraído de Salvadori e Levy, pág.194)
Uma passarela, que liga duas edificações afastadas de 15,0 m, possui 3,0 m de largura e
deve suportar uma sobrecarga de 5 kN/m2
além de seu peso próprio, também estimado
em 5 kN/m2
. A passarela será suspensa por 2 cabos com um flecha de 3m. Determine a
força normal máxima que tracionará o cabo.
Reações de Apoio: H = ?; Ay = ?; By = ?
H
qL/2 qL/2
H
Parábola
L = 15m
f = 3m
A B
5 kN/m
5 kN/m
Cargas
2
2
Sobrecarga
Peso Próprio
Planta
1,5
1,5
3

Prof a
104
ΣFy = 0 Ay + By = (7,5 kN/m + 7,5 kN/m) x 15m = 225 kN, como o cabo e o
carregamento são simétricos Ay = By, então:
Ay = By = 225 / 2 = 112,5 kN;
H = M*max / f H = q L2
/ 8 f = 15 kN/m x (15m)2
/ 8 x 3m =
H = 140,63 kN.
Força Normal Máxima: Nmax = ?
NS = [ (H)2
+ (VS*)2
] ½
Nmax para Vmax*, portanto Vmax*=? (Página 94)
Vmax* = 112,5 kN, nos apoios
NS = [ (H)2
+ (VS*)2
] ½
NS = [ (140,63)2
+ (112,5)2
] ½
NS = 180,10 kN
Resposta: O esforço normal máximo ocorre nos extremos, próximo aos vínculos “A” e
“B” e vale 180,10 kN.
112,5 kN 112,5 kN
15 kN / m
112,5
-112,5
(+)
(-)
DEC (kN)
15 kN/m
Mmax* = qL /8
2

Prof a
105
2.5. Arcos
Comparando-se arcos com cabos verificamos:
Formas Históricas de Cabos:
Arcos aplicados em engenharia:
Arco com tabuleiro superior
AH
RA
W1
W2
B H
RB
H H
BA
RA RB
W1
W2
CABOS ARCOS
ROMANO GÓTICO ÁRABE

Prof a
106
Arco com tabuleiro inferior
Arcos de fundação com estruturas de teto curvo. Curva funicular: catenária. Altura do arco = 1/5 do vão.
Arcos em contraforte com estrutura
de telhado suspenso horizontal.
Curva funicular: polígono
parabólico.
Altura do arco: 1/3 do vão.
Arcos em contraforte suportando
estrutura de telhado horizontal.
parabólico.
Altura do arco: 1/5 do vão.

Prof a
107
Arcos em contraforte com estrutura
de telhado curvo.
Curva funicular: catenária. Altura do arco: 1/7 do vão.
Arcos de fundação segmentados
com estrutura de telhado de forma
irregular.
Curva funicular: polígono irregular. Altura do arco: 1/3 do vão.
Arcos de fundação suportando
estrutura de telahdo horizontal.
parabólico. Altura do arco: 1/5 do vão.

Prof a
108
2.5.1. Arcos biapoiados
a) Cargas Verticais
QS = VA senθ = P senθ / 2
NS = -VA cosθ = - P cosθ / 2
MS = VA (R - R cosθ) = PR (1 - cosθ) / 2
Viga de Substituição:
VB = P/2
A B
P
VA = P/2
C
S
R
θ
P/2
A B
P
P/2
C
S
R
θ
M
Mmáx = PR/2
DMF
M = P/2 AM
M = PR (1-cosθ)/2

Prof a
109
Para carregamento uniformemente distribuído, usando a linha de fechamento para traçado dos
diagramas:
A B
S
C
DEC
(+)
(-)
(Psen θ)/ 2
P/2
-(Psen θ)/ 2
-P/2
θθ
DEN
S
A -P/2
-(Pcos θ)/ 2C
B
-P/2
-(Pcos θ)/ 2
(-)(-) θθ
A B
C
S
M = PR (1-cos θ) / 2
(+)
DMF
Mmáx = PR/2
M = PR (1-cos θ ) / 2
θθ

Prof a
110
Eixo x é utilizado em vez do eixo s da barra curva.
b) Cargas Horizontais (passam pela linha AB)
Na seção S o momento fletor é: M = -1tf x y. Logo, em função de x, M(x) = -1 x y (x) e o
diagrama traçado em relação a AB, fica:
onde y(x) é uma função contínua qualquer.
A B
C
q
x
s
(+)
DMF
Mmáx = qL2
/8
L/2L/2
A B
S
1 tf
HA=1 tf
y(x)
y
x
M (x) = -y (x)
(-)
DMF (tf)

Prof a
111
2.5.2. Pórticos com arcos (ou barras curvas)
2 tf/m
E
C D
8 tf.m
4 tf
2+3=5 tf 5 tf
8 tf
20 tf.m
S
4 tf 8 tf
8
tf.m
S
C
20
tf.m
D
E
2 tf/m
5 tf
S
5 tf C
D
E
par. 2º grau
x
y
C D
2 tf/m
E
A B
par. 2º grau
8 tf4 tf
5 tf2 tf
3 tf
3m 3m
4m
3m

Prof a
112
O diagrama resultante fica:
20 tf.m
par. 2º grau
C D
8 tf.m
qL 2
/8 = 9 tf.m
15 tf.m
5 tf.m
20 tf.m
C D
15-9 = 6 tf.m
8 tf.m
par. 2º grau
DMF (tf.m)
20
15-9=6
8
208
20

Prof a
113
2.5.3. Arcos Triarticulados
a) Cargas Verticais com Linha de Fechamento Horizontal
Cálculo das reações:
I. ΣFx = 0
HA = HB = H; -- 1 --
II. ΣMA = 0
L.VB = ∑ Pi xi
VB = ∑ Pi xi / l -- 2 --
Percebe-se que VB = V*
b;
b
b
L2
a
a
L1
xi
m...i...1... L n
g
L1 L2
A
P1
G
Pi PL Pm Pn
L=
f é a dist.
curva a
y
A B
H H
f
x
S

Prof a
114
III. ΣFy = 0
VB + VA = ∑ Pi
VA = ∑ Pi - VB -- 3 --
Também observa-se que VA = V*
a;
IV. ΣMG
esq
= 0 (Momento Fletor na Rótula é nulo)
0)...xL(P)xL(Pf.HLV 2121111A =−−−−− ou
0)xL(Pf.HLV i1i
L
1i1A =−∑−− = -- 4 --
Da viga de substituição, temos que:
)xL(PLVM i1i
L
1i1
*
a
*
g −∑−= = -- 5 --
Como V*
a = VA Substituindo 5 em 4, vem:
M*
g – H.f = 0
H = M*
g / f -- 6 --
Esforços em uma seção S (distante x de A)
ϕϕ sen.Hcos)PV(V i
i
1iAS −∑−= =
ϕϕ cos.Hsen)PV(N i
i
1iAS −∑+−= =
y.H)xx(PxVM ii
i
1iAS −−∑−= =
Pela viga de substituição, tem-se:
ϕϕ sen.HcosVV *
sS −= -- 7 --
y
H'
A
A
Pi
P1 ...
S
x

Prof a
115
ϕϕ cos.HsenVN *
sS −−= -- 8 --
y.HMM *
sS −= -- 9 --
onde ϕ encontra-se a partir de y(x): tg ϕ = dy/dx; sendo dada a curva y(x) que define o arco.
Exemplo: Encontrar Esforços Internos no Arco Circular para pontos de coordenadas x = 0, 4, 8,
12 e 16 m.
ga
V*a
b
V*b
f=3m
16m16m
x
VA
AH'
G
L=L1+L2
f é a dist. da curva
a AB
H'
VB
8 tf/m
C
R
y
B
s
V*S =V*a -qx
(R-3)2
+ 162
= R2
R2
- 6R + 9 + 256 = R2
6R = 256 + 9
R = 44,17m
Centro do Círculo:
a = 16m
b = - (R-3)

Prof a
116
Equação do Arco:
(x-16)2
+ [y + (R-3)]2
= R2
derivando em relação a x:
2(x-16) + 2 [y + (R-3)] dy/dx = 0
teremos que:
tg ϕ = dy/dx = (16 - x) / (y + R - 3) R = 44,17 m
Da viga de substituição obtemos:
kN128
2
32x8
2
ql
VA ===
m.kN1024
8
32x8
8
ql
M
22
*
g ===
H = M*
g / f = 1024 / 3 = 341,33 kN
Pontos x y tg ϕ ϕ sen ϕ cos ϕ NS VS MS
0 0 0 0,388 21,24º 0,362 0,932 - 364,5 - 4,3 0
1 4 1,34 0,283 15,96º 0,272 0,962 - 354,5 - 0,5 - 9,4
2 8 2,27 0,184 10,43º 0,181 0,983 - 347,1 1,1 - 6,8
3 12 2,82 0,091 5,20º 0,091 0,996 - 342,9 0,8 - 2,6
4 16 3,00 0 0º 0 1,0 - 341,3 0 0
2
qx
xVM
2
A
*
S −=

Prof a
117
-364,5
DEN (kN)
DEC (kN)
1
2
3
4
-354,5
-347,1
-342,9
-341,3
-4,26
-0,49
1,13
0,81
0-0,81
-1,13
0,49
4,26
0
DMF (kN.m)
-9,4
-6,8
-2,6

Prof a
118
Linha de Pressões
Observa-se da equação 9 ( y.HMM *
sS −= ) que:
se MS = 0 M*
S = H.y y = M*
S / H -- 10 --
ou então, se y = M*
S / H, então MS = 0.
Derivando a equação 10 em relação a x:
ϕtg
H
V
H
1
dx
dM
dx
dy *
s
*
s
=== -- 11 --
V*
s = tg ϕ . H
Substituindo 11 em 7:
0sen.Hcos.H.tgVS =−= ϕϕϕ ; ou seja, tanto o momento fletor quanto o esforço cortante são
nulos em qualquer seção S. O arco está submetido apenas a esforço normal. Diz-se então que a
forma do arco, y = M*
s / H, é a linha de pressões para o carregamento dado.
Considerações:
• Quando o arco tem a concavidade voltada para baixo, e quando as cargas são para baixo, os
esforços normais são sempre de compressão (N<0);
• Se a concavidade for para cima e a carga para baixo, os esforços normais são de tração(N>0);
• Para cargas uniformemente distribuídas a linha de pressões é uma parábola do 2º grau;
• Linha de pressões é a forma mais econômica do arco.

Prof a
119
b) Cargas Verticais com Linha de Fechamento Inclinada
A resultante das reações RA e RB dos apoios do 2º gênero são decompostas em 2
direções:
- Vertical
- Paralela a AB (conforme mostra a figura a seguir)
∝ ângulo que AB faz com o eixo dos x.
Analogamente ao que foi visto para linha de fechamento horizontal, será utilizado o
artifício da viga de substituição para o cálculo das reações verticais e esforços em uma seção
genérica S.
Cálculo das reações:
I. ΣFx = 0 HA = HB = H'; -- 1 --
f
PL
Pi ...
P1 ...
Pn
Pm ...
G
B
A
S
y
.
VA
VB
H' x
L1 L2
H'
PnPm ...PLPi ...P1 ...
Va Vb
a bgs

Prof a
120
II. ΣMA = 0
L.VB = ∑ Pi xi
VB = ∑ Pi xi / L -- 2 –
III. ΣFy = 0
VB + VA = ∑ Pi
VA = ∑ Pi - VB -- 3 --
Observa-se que as equações obtidas são idênticas às obtidas no item a.
IV. ΣMG
Esq
= ΣMG
Dir
= 0 (Momento Fletor na Rótula é nulo), pela esquerda:
0)xL(Pcosf'HLV i1i
L
1i1A =−∑−− =α -- 4 --
Da viga de substituição, temos que:
)xL(PLVM i1i
L
1i1
*
a
*
g −∑−= = -- 5 --
logo:
M*
g - H'.f cos ∝ = 0
para ∝ = 0 cos ∝ = 1, teremos:
M*
g - H'.f = 0 -- 6 --
que também equivale a equação encontrada no item a.
Esforços em uma seção S (y medido a partir da linha de fechamento AB)
y
x
H'
VA
A
S
P1...
Pi
NS
MS
VS
H'cos( )
S
H'sen( )
H'

Prof a
121
)sen('Hcos)PV(V i
n
1iAS α−ϕ−ϕ∑−= =
)cos('Hsen)PV(N i
n
1iAS α−ϕ−ϕ∑+−= =
α−−∑−= = cosy'H)xx(PxVM ii
n
1iAS
Pela viga de substituição, tem-se:
)('cos*
αϕϕ −−= senHVV sS -- 7 --
)cos('HsenVN *
sS αϕϕ −−−= -- 8 --
αcos.y'.HMM *
sS −= -- 9 --
Linha de Pressões:
Igualando a equação 9 a zero vem:
y = M*
S / H' cos ∝ -- 10 --
Forma do arco que coincide com a linha de pressões do carregamento, para a qual o arco está
submetido apenas a esforço normal.
Vamos mostrar que VS será sempre nulo também. Derivando a equação 10 em relação à x:
αcos'H
V
dx
dy *
s
=
αcos'H
dx
dy
V*
s =
Levando em conta que y = Y - y *
:
α−ϕ=−= tgtg
dx
*dy
dx
dY
dx
dy
Logo, substituindo em 7:
)(sen'Hcos)tgtg(cos'HVS α−ϕ−ϕα−ϕα=
0)sen('Hcossen'Hsencos'HVS =α−ϕ−ϕα−ϕα=
A
S
x
y
y*
y
α
φ

Apostila de isostática

Recomendados

Recomendados

Mais conteúdo relacionado

Mais procurados

Mais procurados (20)

Semelhante a Apostila de isostática

Semelhante a Apostila de isostática (20)

Último

Último (6)

Apostila de isostática