Metodologia de ensino Suporte Etapas da formula˘c~ao...
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EM505 - RESISTENCIA DOS MATERIAIS II
PRIMEIRO SEMESTRE DE 2003
• Metodologia de ensino
– Formulacao
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– Software
• Etapas da formulacao variacional
1. Hipoteses iniciais
2. Definicao das hipoteses cinematicas
3. Componentes de deformacao
4. Esforcos internos
5. Esforcos externos
6. Aplicacao do princıpio do trabalho virtual
7. Aplicacoes das equacoes constitutivas
8. Dimensionamento e verificacao
9. Aplicacoes
1
1 REVISAO DE TORCAO EM SECOES CIRCULARES
1.1 Hipoteses iniciais
• Eixo e um elemento estrutural cujo comprimento e bem maior que
as dimensoes da secao transversal.
• O interesse no estudo de eixos esta relacionado apenas a acoes de
movimento originando torcao das secoes em torno da dimensao lon-
gitudinal.
1.2 Cinematica
• As secoes transversais planas permanecem planas e normais ao eixo
longitudinal x, como no caso da barra.
• Assume-se ainda que secoes transversais paralelas permanecem a
uma distancia constante entre si.
• Nao ha deformacao longitudinal, a qual esta presente em secoes nao-
circulares e origina o empenamento da secao.
• As acoes de movimento produzem uma rotacao das secoes transver-
sais em torno x.
• Toda secao transversal sofre uma rotacao rıgida constante.
• Como cada secao sofre uma rotacao rıgida em torno do eixo longi-
tudinal x, entao, a rotacao θ e constante para todos os pontos da
secao.
• Dessa forma, θ e funcao escalar apenas da coordenada x, podendo-se
escrever θ = θ (x).
2
(a) Secao transversal. (b) Variacao linear do angulo de torcao ao longo doeixo.
Figura 1: Cinematica de torcao circular.
• A posicao de um ponto P na secao transversal x e dada por suas
coordenadas (y, z) em funcao do angulo β e do raio r
y = r cos β, (1)
z = r sin β,
com r =√
y2 + z2 e tan β = yz .
• Apos a rotacao θ, o ponto P se move para a posicao final P ′, cujas
coordenadas (y′, z′) sao dadas por
y′ = r cos(β + θ), (2)
z′ = r sin(β + θ).
• O ponto P tem as componentes de deslocamento v e w, respectiva-
mente, nas direcoes y e z
v = y′ − y = r cos(β + θ) − y,
w = z′ − z = r sin(β + θ) − z.
3
• Desenvolvendo as relacoes trigonometricas anteriores, obtem-se
v = r cos β cos θ − r sin β sin θ − y,
w = r sin β cos θ + r cos β sin θ − z.
• Tem-se que r cos β = y e r sin β = z. Portanto
v = y cos θ − z sin θ − y,
w = z cos θ + y sin θ − z.
• Assumindo o caso de pequenas rotacoes, ou seja, para θ pequeno, as
simplificacoes cos θ ≈ 1 e sin θ ≈ θ sao validas. Logo, as expressoes
anteriores se reduzem a
v = y(1) − z(θ) − y,
w = z(1) + y(θ) − z,
ou seja,
v = −zθ, (3)
w = yθ.
• Resumindo a cinematica de torcao circular
u(x, y, z) =
u(x, y, z)
v(x, y, z)
w(x, y, z)
=
0
−zθ(x)
yθ(x)
. (4)
4
(a) θ(x) > 0. (b) Secao cheia (θ(x) > 0). (c) Secao vazada (θ(x) > 0).
(d) θ(x) < 0. (e) Secao cheia (θ(x) < 0). (f) Secao vazada (θ(x) < 0).
Figura 2: Componentes tranversais de deslocamento na torcao circular.
5
• Definindo-se a componente de deslocamento tangencial ut(x, y, z)
ut(x, y, z) = v(x, y, z)ej + w(x, y, z)ek, (5)
• O modulo ut(x, y, z) e
ut(x, y, z) =(
√
y2 + z2)
θ(x), (6)
ou lembrando que r =√
y2 + z2, tem-se que
ut(x, y, z) = rθ(x). (7)
(a) θ(x) > 0. (b) θ(x) < 0.
Figura 3: Comportamento do deslocamento tangencial na secao transversal do eixo.
1.3 Deformacao
• No problema de torcao circular, a deformacao sera angular devido a
variacao de θ e nao longitudinal como no caso da barra.
• Considere a Figura 4 ilustrando as secoes localizadas a distancias x
e x + ∆x da origem do sistema de referencia.
6
Figura 4: Analise da deformacao na torcao circular.
• Considere entao os pontos P1 e P2 com coordenadas (x, y, z) e (x +
∆x, y, z) respectivamente.
• Antes da torcao do eixo estes pontos possuem as mesmas coordenadas
transversais y e z.
• Apos a torcao do eixo, as secoes x e x + ∆x apresentam, respecti-
vamente, rotacoes rıgidas θ1 e θ2, sendo ∆θ = θ2 − θ1 a variacao do
angulo de torcao entre estas duas secoes transversais.
• Os pontos P1 e P2 assumem as posicoes finais P ′1 e P ′
2.
• Os deslocamentos tangenciais sao
ut(x, r, θ1) = rθ1(x) (8)
ut(x, r, θ2) = rθ2(x) (9)
7
• Deslocamento tangencial relativo
∆ut = ut(x, r, θ2) − ut(x, r, θ1) = rθ2(x) − rθ1(x) = r∆θ(x)
• Deslocamento tangencial relativo especıfico
∆ut
∆x= r
∆θ(x)
∆x
• Deformacao tangencial
γt(x) = r lim∆x→0
∆θ
∆x= r
dθ(x)
dx(10)
• Portanto, a deformacao tangencial tambem varia linearmente com a
coordenada radial r na secao transversal do eixo. Isto e esperado,
pois o campo de deslocamentos tangencial tambem varia linearmente
na secao.
8
1.4 Esforcos internos e externos. Equilıbrio
• Associada a componente de deformacao tangencial γt, tem-se a com-
ponente de tensao tangencial τt.
(a) Deformacao tangencial. (b) Momento torcor.
Figura 5: Deformacao tangencial e resultante em termos de momento torcor na secao transversaldo eixo.
• Momento torcor no elemento de area dA
dMx = rτt dA
• Momento torcor na secao x
Mx(x) =
∫
A
dMx =
∫
A
rτt dA
9
• Esforcos internos e externos no problema de torcao circular
(a) Esforcos internos. (b) Esforcos externos.
Figura 6: Esforcos internos e externos na torcao circular.
• Equilıbrio
dMx(x)dx + t(x) = 0 em x ∈ (0, L)
Mx (0) = −T0 em x = 0
Mx (L) = TL em x = L
(11)
• Convencao de sinais
Figura 7: Convencao de sinais para Mx na torcao circular.
10
1.5 Aplicacoes da equacao constitutiva
• Diagrama de ensaio de torcao
Figura 8: Diagrama de ensaio de torcao.
• Lei de Hooke para o caso de torcao circular
τt = Gγt. (12)
• A partir do coeficiente de Poisson ν, tem-se a seguinte relacao entre
os modulos de elasticidade longitudinal E e transversal G
G =E
2(1 + ν). (13)
• Substituindo a expressao da deformacao tangencial
τt(x, r, θ) = G(x)γt = G(x)dθ(x)
dxr. (14)
• Substituindo a expressao do momento torcor
Mx(x) =
∫
A
rτtdA = G(x)dθ(x)
dx
∫
A
r2dA. (15)
11
• A integral anterior representa o momento de inercia polar Ip(x) da
secao transversal circular x do eixo.
• Lembrando que r2 = y2 + z2 vem que
Ip(x) =
∫
A
r2dA =
∫
A
(
y2 + z2)
dA = Iz(x) + Iy(x). (16)
• Para secao circular de diametro d, tem-se Ip = πd4
32 .
• Para uma secao circular vazada de diametros interno di e externo de,
o momento de inercia polar e dado por Ip =π(d4
e−d4i )
32 .
• A expressao do momento torcor para um eixo de material elastico
segundo a lei de Hooke e dado por
Mx(x) = G(x)Ip(x)dθ(x)
dx. (17)
• Substituindo na equacao diferencial do momento torcor, obtem-se a
equacao diferencial do eixo em termo do angulo de torcao θ(x)
d
dx
(
G(x)Ip(x)dθ(x)
dx
)
+ t(x) = 0. (18)
• Para um eixo de mesma secao transversal e mesmo material tem-se
que G(x) = G e Ip(x) = Ip sao constantes. Logo,
GIpd2θ(x)
dx2+ t(x) = 0. (19)
12
• Condicoes de contorno em termos do angulo de torcao
(a) θ(x = 0) = 0. (b) θ(x = L) = 0. (c) θ(x = 0) = 0 e θ(x =L) = 0.
Figura 9: Condicoes de contorno em termos do angulo de torcao.
• A partir de (17), tem-se que
dθ(x)
dx=
Mx(x)
G(x)Ip(x). (20)
• Expressao da tensao tangencial em termos do momento torcor
τt(x, r, θ) =Mx(x)
Ip(x)r. (21)
• A variacao linear da tensao de cisalhamento e compatıvel cinemati-
camente com o campo de deslocamento tangencial.
• O valor maximo da tensao de cisalhamento ocorre em r = d2 .
(a) Mx > 0. (b) Mx < 0.
Figura 10: Distribuicao da tensao de cisalhamento na secao de um eixo.
13
1.6 Dimensionamento
1. Determina-se a funcao e o respectivo diagrama de momento torcor
Mx(x) atraves da integracao da equacao diferencial (18).
2. Com base neste diagrama, determina-se a secao mais solicitada, ou
seja, a secao onde atua o maior valor do momento torcor em modulo,
sendo este valor denotado Mmaxx .
3. Aplicando-se a expressao (21), tem-se que a tensao maxima τmaxt
ocore no contorno da secao mais solicitada com r = d2 . Logo,
τmaxt =
Mmaxx
Ip
d
2. (22)
Como nao se conhece as dimensoes da secao transversal ainda, agrupam-
se os termos da expressao anterior envolvendo estas dimensoes no
modulo de resistencia torcao Wx dado por
Wx = Ip2
d. (23)
Desta forma, pode-se reescrever a expressao (22) como
τmaxt =
Mmaxx
Wx. (24)
4. A condicao que o eixo permaneca na fase elastica significa que a
tensao de cisalhamento maxima deve ser inferior a tensao de cisal-
hamento admissıvel τ , ou seja,
τmaxt ≤ τ . (25)
O modulo de resistencia a torcao mınimo e obtido, tomando-se a
igualdade na expressao anterior, isto e,
Wx =Mmax
x
τ. (26)
14
Conhecida Wx, determinam-se as dimensoes da secao transveral. Por
exemplo, para um eixo de diametro d, vem que
Wx = Ip2
d= Ip =
πd4
32
2
d.
Portanto
d =
(
16Wx
π
)1/3
. (27)
1.7 Verificacao
• No caso de verificacao de um eixo, as dimensoes da secao transversal
sao conhecidas.
• Deseja-se verificar se o eixo permanece na fase elastica quando sub-
metida a um certo carregamento.
• Calcula-se a tensao tangencial maxima τmaxt usando (24).
• Com esta tensao maxima, basta verificar se a mesma e menor que a
tensao admissıvel, ou seja
τmaxt ≤ τ . (28)
Neste caso, diz-se que o eixo permanece na fase elastica. Caso a
condicao nao seja valida, deve-se redimensionar o eixo aplicando o
procedimento anterior.
15
1.8 Aplicacao
Considere o eixo ilustrado na Figura 11 de secao circular com diametro d
submetido ao carregamento indicado. Pede-se: a) determinar o diametro
mınimo d para que o eixo permaneca na fase elastica; b) determinar
a equacao do angulo de torcao; c) suponha agora que a secao do eixo
seja circular vazada com diametros interno di e externo de, com di/de =
0, 8. Pede-se determinar os diametros di e de; d) para esta nova secao,
determinar a equacao do angulo de torcao; e) baseado nos resultados
obtidos, determinar qual eixo e mais pesado e qual sofre a maior rotacao.
Dados: L = 2m, Mt = 1000Nm, τ = 50MPa, G = 80GPa, to =
1600Nm/m.
Figura 11: Eixo com secoes circulares cheia e vazada.
1. Equacao do carregamento: t(x) = t0 < x − L2 >0
2. Condicoes de contorno: θ(x = 0) = 0 Mx(x = L) = Mt
3. Integracao da equacao diferencial: GIpd2θdx2 = −t(x) = −t0 < x −
L2 >0
• 1a integracao: momento torcor
Mx(x) = GIpdθ(x)dx = −t0 < x − L
2 >1 +C1
• 2a integracao: angulo de torcao
GIpθ(x) = − t02 < x − L
2 >2 +C1x + C2
16
4. Determinacao das constantes de integracao
GIpθ(x = 0) = (0) + C1(0) + C2 = 0 → C2 = 0
Mx(x = L) = −t0 < L − L2 >1 +C1 = Mt → C1 = Mt + t0
L2
5. Equacoes finais
• momento torcor
Mx(x) = −t0 < x−L2 >1 +Mt+t0
L2 = −1600 < x−1 >1 +2600
• angulo de torcao
θ(x) = 1GIp
(−t02 < x − L
2 >2 +Mt + t0L2x) = 1
GIp(−800 <
x − 1 >2 +2600x)
6. Diagrama do momento torcor
Mx(x → 0+) = 2600Nm Mx(x → 1−) = 2600Nm
Mx(x → 1+) = 2600Nm Mx(x → 2−) = 1000Nm
0
500
1000
1500
2000
2500
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2
Mx(x)[N]
x[m]
7. Secao mais solicitada: Mx(x → 0+) = 2600Nm
8. Dimensionamento
• Secao circular
momento de inercia da secao: Ip = πd4
32
dimensionamento a tensao: τ = (MxIp
)(d2) = Mx
16πd3 = τ →
d = (Mx16πτ )
13 = 6, 42cm
17
• Secao circular vazada (d1, d2= diametros interno e externo)
dimensionamento a tensao: τ = (MxIp
)(d22 ) = Mx
Wx= τ
modulo de resistencia a torcao: Wx = Mxτ = 5, 2 × 10−5m3
Portanto,
Wx =Ipd22
= π32(d
42 − d4
1)2d2
= π16d2
(d42 − d4
1)
Por sua vez, a relacao entre os diametros e dada por d1d2
= 0, 8.
Substituindo na expressao anterior vem que,
Wx = π16d2
[d42 − (0, 8d2)
4] = 5, 2 × 10−5
Logo, d2 = 7, 65cm e d1 = 6, 12cm.
9. Equacao do angulo de torcao
• Secao circular
momento de inercia: Ip = πd4
32 = π32(6, 42 × 10−2)4 = 1, 67 ×
10−6m4
Por sua vez, tem-se que GIp = 133422, 78. Logo,
θc(x) = 7, 49 × 10−6(−800 < x − 1 >2 +2600x)
• Secao circular vazada
momento de inercia: Ip = π32(d
42 − d4
1) = π32[(7, 65 × 10−2)4 −
(6, 12 × 10−2)4 = 1, 98 × 10−6m4
Neste caso, GIp = 158811, 51. Portanto,
θv(x) = 6, 30 × 10−6(−800 < x − 1 >2 +2600x)
Abaixo ilustram-se os graficos dos angulos de torcao para os casos
18
de secao cheia e vazada.
0
5e-05
0.0001
0.00015
0.0002
0.00025
0.0003
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2
du(x)/dx[rad]
x[m]
-0.005
0
0.005
0.01
0.015
0.02
0.025
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2
du(x)/dx[rad]
x[m]
10. Relacao entre os pesos
As massas mc e mv dos eixos de secoes circulares cheia e vazada
sao dadas, respectivamente, por mc = ρVc e mv = ρVv, sendo ρ a
densidade do material; Vc e Vv os volumes das secoes. Desta maneira,
a relacao entre as massas e a seguinte,
mc
mv=
Vc
Vv=
L(π4)d2
L(π4)(d2
2 − d21)
=d2
(d22 − d2
1)=
6, 422
7, 652 − 6, 122= 1, 95
onde L e o comprimento dos eixos. Desta maneira, como esperado, a
massa do eixo de secao cheia e superior a do eixo com secao vazada.
11. Relacao entre as rotacoes
A partir das expressoes para as rotacoes tem-se a seguinte relacao:
θc
θv=
7, 49
6, 30= 1, 19
Assim, apesar da massa do eixo com secao cheia ser superior ao eixo
vazado, a sua rotacao e cerca de 20% superior.
19
2 REVISAO DE FLEXAO PURA EM VIGAS
2.1 Hipoteses iniciais
• As dimensoes da viga nao serao muito pequenas uma em relacao a
outra para evitar o efeito da flambagem;
• A viga e um elemento estrutural cujo comprimento e bem maior que
as dimensoes da secao transversal;
• O interesse no estudo de vigas esta relacionado apenas a acoes de
movimento originado pela flexao da mesma.
• As deformacoes sao pequenas.
2.2 Cinematica - (Modelo de Euler-Bernoulli)
2.2.1 Hipotese Cinematica
• Supoe-se que as acoes de movimento possıveis devem ser tais que as
secoes transversais permanecem planas, indeformadas e ortogonais
ao eixo longitudinal x da viga.
Figura 12: Sistema de coordenadas da viga.
• Na teoria classica de flexao pura, consideram-se vigas prismaticas
uniformes (de secao transversal constante) com comprimento longi-
tudinal como dimensao predominante.
20
Figura 13: Exemplo de viga em flexao.
(a) Acao de movimento.
(b) Secao AB em detalhes.
Figura 14: Cinematica da viga de Euler-Bernouilli.
21
• A partir da Figura 104(b), observa-se que o deslocamento axial ∆u
do ponto A′ e dado pela diferenca entre as posicoes final e inicial
deste ponto, ou seja,
u(x) = x − ∆x − x = −∆x.
e
tan α =∆x
y − ∆v= − u(x)
y − ∆v,
tan α =∆v
∆x.
Logo
∆v
∆x= − u(x)
y − ∆v→ u(x) = −y
∆v
∆x+
(∆v)2
∆x.
• Supondo que o angulo α e pequeno, tem-se que
u(x) = lim∆x→0
(
−y∆v
∆x
)
= −y lim∆x→0
∆v
∆x.
• Aplicando a definicao de derivada vem que
u(x) = −ydv(x)
dx. (29)
• Portanto, as acoes de movimento na flexao sao dadas por um campo
vetorial u(x)
u =
u(x)
v(x)
w(x)
=
u1(x)
u2(x)
u3(x)
=
−y dv(x)dx
v(x)
0
. (30)
22
(a) θz(x) > 0.
(b) θz(x) < 0. (c) θz(x) > 0.
Figura 15: Deslocamento longitudinal u(x) variando linearmente na secao transversal AB da viga.
23
• Observa-se que θz(x) = dv(x)dx representa a rotacao da secao transver-
sal em x em relacao ao eixo z do sistema de referencia.
• O sinal negativo em u(x) vem do fato que quando a rotacao e posi-
tiva, ou seja θz(x) > 0, o deslocamento longitudinal ocorre no sentido
negativo do eixo x do sistema de referencia.
2.3 Deformacao
• As secoes transversais apresentam um deslocamento axial u(x) var-
iando linearmente na secao.
• A componente de deformacao associada a u(x) e a deformacao es-
pecıfica longitudinal εxx(x).
• Devido a acao de flexao, estas secoes apresentam deslocamentos ax-
iais u(x) e u(x + ∆x) dados por
u(x) = −ydv(x)
dx
u(x + ∆x) = −ydv(x + ∆x)
dx.
• A variacao especıfica do deslocamento axial entre estas secoes e dada
por
∆u
∆x=
u(x + ∆x) − u(x)
x + ∆x − x=
(
−y dv(x+∆x)dx
)
−(
−y dv(x)dx
)
∆x
∆u
∆x= −y
ddx [v(x + ∆x) − v(x)]
∆x.
24
• A deformacao especıfica εxx(x) e dada tomando-se o limite da relacao
anterior para ∆x tendendo a zero, ou seja,
εxx(x) = lim∆x→0
∆u
∆x= lim
∆x→0
{
−yddx [v(x) − v(x + ∆x)]
∆x
}
,
εxx(x) = −yd
dxlim
∆x→0
∆v
∆x.
• Empregando a definicao de derivada vem que
εxx(x) = −yd
dx
(
dv(x)
dx
)
= −yd2v(x)
dx2. (31)
• Portanto, a deformacao longitudinal na viga apresenta uma variacao
linear com a coordenada y.
Figura 16: Deformacao na viga de Euler-Bernouilli.
25
2.4 Esforcos Internos e Externos. Equilıbrio
• Para o elemento de area dA da secao transversal, tem-se o seguinte
momento na direcao eixo z
dMz(x) = −(σxx(x)dA)y (32)
(a) σ < 0. (b) σ > 0.
Figura 17: Forca normal e momento fletor.
• O momento fletor resultante na secao x e
Mz(x) =
∫
A
dMz = −∫
A
σxxydA. (33)
26
• Os esforcos internos e externos compatıveis sao
(a) Esforcos internos. (b) Esforcos externos.
Figura 18: Esforcos na viga.
• No equilıbrio, tem-se
d2Mz(x)dx2 − q(x) = 0 x ∈ (0, L)
Vy (0) = V0 x = 0
Vy (L) = −VL x = L
Mz (0) = −M0 x = 0
Mz (L) = ML x = L
. (34)
• Sendo:
dM 2z (x)
dx2= q(x) (35)
a equacao diferencial do momento.
2.5 Aplicacao da Equacao Constitutiva
• Para um material elastico linear isotropico , a componente de tensao
σxx(x) esta relacionada a componente de deformacao εxx(x) atraves
do modulo de elasticidade longitudinal E(x) do material, isto e,
σxx(x) = E(x)εxx(x). (36)
27
• Substituindo (91) na expressao anterior vem que
σxx(x) = −E(x)d2v(x)
dx2y. (37)
• Por sua vez, substituindo a expressao anterior em
M(x) = −∫
A
σxxydA, (38)
reescreve-se o momento fletor Mz(x) como
Mz(x) = −∫
A
−E(x)d2v(x)
dx2y2 dA = E(x)
d2v(x)
dx2
∫
A
y2 dA.
• Lembrando que Iz(x) =∫
A y2 dA e o momento de inercia de area
da secao tranversal x em relacao ao eixo z, tem-se a expressao final
para o momento fletor
Mz(x) = E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2. (39)
• Para secao circular com diametro d, tem-se Iz = πd4
64 .
• No caso de secao retangular de base b e altura h, tem-se Iz = bh3
12 .
• Como a cortante e a derivada do momento fletor vem que
Vy(x) =d
dx
(
E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2
)
. (40)
• Substituindo Mz(x) na equacao diferencial do momento fletor indi-
cada em (35) vem que
d2
dx2
(
E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2
)
− q(x) = 0. (41)
28
• Para uma viga de um mesmo material e secao transversal constante
tem-se E(x) = E e Iz(x) = Iz. Logo, a expressao anterior se reduz
a
EIzd4v(x)
dx4− q(x) = 0. (42)
• Estas duas ultimas expressoes representam a equacao diferencial de
quarta ordem do deslocamento transversal da viga.
• Como solucao, tem-se uma funcao fornecendo o deslocamento transver-
sal ou flecha v(x) ao longo da viga. Para isso, deve-se integrar a
equacao diferencial quatro vezes.
(a) v(x = 0) = 0 e θz(x = 0) = 0. (b) v(x = L) = 0 e θz(x = L) = 0. (c) v(x = 0) = 0,θz(x = 0) = 0,v(x = L) = 0 eθz(x = L) = 0.
Figura 19: Condicoes de contorno na viga.
• A partir de (37), obtem-se
d2v(x)
dx2= −σxx(x)
E(x)y, (43)
a qual substituıda em (39) resulta na seguinte expressao para o mo-
mento fletor na viga
σxx(x) = −Mz(x)
Iz(x)y. (44)
29
• Da mesma maneira, a partir de (36) e (44), tem-se que a componente
de deformacao longitudinal εxx associada a σxx e dada por
εxx(x) =σxx(x)
E(x)= − Mz(x)
E(x)Iz(x)y. (45)
• Verifica-se entao que a tensao e a deformacao normais variam linear-
mente com a coordenada y na secao transversal da viga, atingindo o
valor maximo no contorno da secao.
• Como mencionado anteriormente, o sistema de referencia da viga
passa pelo centro de gravidade da secao. Para confirmar este fato,
basta determinar a origem do eixo y na secao transversal da viga.
• Como se considera apenas a flexao pura, a resultante das forcas na
direcao x em qualquer secao e nula, ou seja,
∑
Fx = 0 :∫
A σxx dA = 0 (46)
• Substituindo-se (44) na expressao anterior e observando que Mz e Iz
nao variam com y e z ao longo de uma mesma secao x, vem que
−Mz(x)
Iz(x)
∫
A
y dA = 0. (47)
• Para que a equacao anterior seja nula e necessario que o momento
estatico Msz(x) =∫
A y dA seja nulo, implicando que o eixo z, e
portanto o sistema de referencia indicado na Figura 12, passa pelo
centro de gravidade da secao transversal da viga.
30
(a) Mz(x) < 0. (b) Mz(x) > 0.
(c) Mz(x) < 0. (d) Mz(x) > 0.
Figura 20: Tensoes de tracao e compressao na secao transversal da viga.
31
Figura 21: Linha e superfıcie neutras na viga.
2.6 Dimensionamento
• Dimensionar uma viga significa calcular as dimensoes mınimas da
secao transversal de tal forma que a viga permaneca na fase elastica.
O dimensionamento considerado aqui sera baseado no valor maximo
da tensao normal na viga.
Aplica-se o seguinte procedimento:
1. Determinam-se as funcoes e os respectivos diagramas da forca
cortante Vy(x) e do momento fletor Mz(x) atraves da integracao
da equacao diferencial (42).
2. Com base neste diagrama, determina-se a secao mais solicitada,
ou seja, a secao na qual atua o maior momento fletor em modulo,
denotado por Mmaxz .
3. Aplicando-se a expressao (44), tem-se que a tensao normal maxima
σmaxxx ocore no contorno da secao mais solicitada, sendo a coor-
denada y = ymax. Logo,
σmaxxx =
Mmaxz
Izymax. (48)
4. Como nao se conhece as dimensoes da secao transversal ainda,
32
agrupam-se os termos da expressao anterior envolvendo estas di-
mensoes no modulo de resistencia a flexao Wz dado por
Wx =Iz
ymax. (49)
5. Com esta expressao, pode-se reescrever a expressao (48) como
σmaxxx =
Mmaxz
Wz. (50)
6. Na condicao que a viga permaneca na fase elastica, a tensao nor-
mal maxima deve ser menor ou igual a tensao normal admissıvel
σ do material, ou seja,
σmaxxx ≤ σ. (51)
7. O modulo de resistencia a flexao mınimo e obtido, tomando-se a
igualdade na expressao anterior, isto e,
Wz =Mmax
z
σ. (52)
8. Conhecido Wz, determinam-se as dimensoes da secao transveral.
Por exemplo, para uma secao circular de diametro d tem-se que
Wz =πd4/64
d/2=
πd3
32→ d =
(
32Wz
π
)1/3
. (53)
– Para uma secao retangular de base b e altura h, vem que
Wz =bh3/12
h/2=
bh2
6→ bh2 = 6Wz. (54)
– Conhecendo-se a relacao entre b e h, determinam-se os seus val-
ores.
33
2.7 Dimensionamento e Verificacao
• No caso de verificacao de uma viga, as dimensoes da secao transversal
sao conhecidas e deseja-se verificar se a mesma permanece na fase
elastica quando submetida a um certo carregamento.
• Para isto, calcula-se a tensao normal maxima σmaxxx usando (48). Com
esta tensao maxima, basta verificar se a mesma e menor ou igual que
a tensao admissıvel do material, ou seja,
σmaxxx ≤ σ. (55)
• Neste caso, diz-se que a viga permanece na fase elastica. Caso a
condicao nao seja valida, deve-se redimensionar a viga, aplicando o
procedimento anterior.
2.8 Exemplo
Tracar os diagramas da forca cortante e momento fletor para a viga
ilustrada na Figura 22, atraves da integracao da equacao diferencial.
Figura 22: Equacao diferencial: viga submetida a carga distribuıda.
1. Equacao do carregamento: q(x) = −500
2. Condicoes de contorno: x = 0 → Mz = 0 x = 3 → Mz = 0
3. Integracao da equacao diferencial: d2Mzdx2 = −500
34
• 1a integracao (cortante): Vy = Mzdx = −500x + C1
• 2a integracao (momento fletor): Mz = −250x2 + C1x + C2
4. Determinacao das constantes de integracao
Mz(x = 0) = −250(0) + C1(0) + C2 = 0 → C2 = 0
Mz(x = 3) = −250(3)2 + C1(3) + 0 = 0 → C1 = 750
5. Equacoes finais:
• forca cortante: Vy = −500x + 750
• momento fletor: Mz = −250x2 + 750x
6. Diagramas
Vy(x = 0) = 750N Mz(x = 0) = 0
Vy(x = 3) = −750N Mz(x = 3) = 0
Vy(x = 1, 5) = 0 Mz(x = 1, 5) = 562, 5 Nm
-800
-600
-400
-200
0
200
400
600
800
0 0.5 1 1.5 2 2.5 3
Vy(x)[N]
x[m]
0
100
200
300
400
500
600
0 0.5 1 1.5 2 2.5 3
Mz(x)[N.m]
x[m]
35
INTRODUCAO AO ANSYS COM EXERCICIOS DE
VIGAS BIDIMENSIONAIS SUJEITA A MULTIPLAS
SOLICITACOES
3 Introducao ao ANSYS
3.1 Problemas em consideracao
• Sao aqueles descritos por equacoes diferenciais, tais como:
– Tracao:
dNx(x)
dx= −p(x), EA
d2un(x)
dx2= −p(x);
– Torcao:
dMx(x)
dx= −t(x), GIp
d2θx(x)
dx2= −t(x);
– Flexao:
d2Mz(x)
dx2= q(x), EI
d4v(x)
dx4= q(x);
• A solucao das equacoes anteriores resultam nas seguintes funcoes
tracao → un(x) e Nx(x)
torcao → θx(x) e Mx(x)
flexao → Vy(x), Mz(x), θz(x), v(x)
• Nem sempre e possıvel resolver as equacoes diferenciais de forma
analıtica. Procura-se entao uma solucao aproximada.
No exemplo a seguir para uma viga com materiais de modulos de
elasticidade E1 e E2, a solucao da equacao diferencial de flexao
d2
dx
(
E(x)I(x)d2v(x)
dx2
)
= q(x).
36
nao pode ser feita empregando o procedimento padrao de integracao
de toda a viga.
Figura 23: Viga.
• Quando nao e possıvel obter uma solucao analıtica v(x) procura-se
uma aproximacao denotada por vh(x).
• vh(x) e a solucao aproximada obtida por interpolacao.
Figura 24:
37
• O erro na aproximacao e dado por
e(x) = v(x) − vh(x).
• O programa ANSYS e baseado na construcao de solucoes aproxi-
madas das equacoes diferenciais empregando o Metodo de Elementos
Finitos (MEF).
• O MEF e um procedimento numerico baseado em inpertopolacao.
• Para isto particiona-se o domınio do problema (comprimento, area
ou volume) num conjunto de nos e elementos. Para uma viga:
Figura 25: Dominio discretizado.
• nos+elementos → malha de elementos finitos.
• Denomina-se vh(x) como solucao discreta e de solucao contınua v(x)
obtida da solucao da equacao diferencial.
• A medida que o numero de nos cresce o tamanho dos elementos
diminui, a solucao aproximada deve tender a v(x).
v(x) = limh→0
vh(x)
38
• O programa ANSYS posssui 3 modulos principais:
– Pre-processador - entrada de dados
– Solucao - entrada de dados: carregamento,condicoes de contorno,
e obtem a solucao do problema.
– Pos processador - mostra os resultados de formas numericas e
graficas.
3.2 Exemplo
Figura 26: Viga do exemplo.
Figura 27: Diagramas de esforcos para a viga do exemplo
39
3.3 Exercıcio
• Verificar os resultados obtidos no ANSYS do exercıcio abaixo.
– E = 210GPa, L = 6m, qo =, 10.000N/m, F = 1000N, M1 =
1500Nm, M2 = 500Nm, d = 10cm.
Figura 28:
40
VIGAS BIDIMENSIONAIS SUJEITA A MULTIPLAS
SOLICITACOES
• As solicitacoes axiais, de torcao e flexao foram estudadas de forma
separada, respectivamente, nos elementos de barra, eixo e viga.
• Em casos praticos, esses efeitos ocorrem de forma conjunta. O
elemento estrutural submetido a essas multiplas solicitacoes sera
tambem denominado viga.
• Em geral, os esforcos externos que uma viga pode estar sujeita sao
tracao/compressao, torcao e flexao, os quais combinados serao obje-
tos de nosso estudo.
• O efeito de cisalhamento sera objeto de estudo futuro.
• Quando combinarmos compressao e flexao o efeito da flambagem
nao sera analisado. Com isto algumas hipoteses serao admitidas
com relacao as dimensoes da secao transversal da viga.
• Como assume-se o caso de pequenos deslocamemtos, utilizaremos a
superposicao dos esforcos e seus efeitos.
4 VIGA SUJEITA A FLEXAO E TRACAO/COMPRESSAO
4.1 Hipoteses iniciais
• VIGA e um elemento estrutural cujo comprimento e bem maior que
as dimensoes da secao transversal.
• No entanto, as razoes entre o comprimento e as dimensoes da secao
nao devem ser muito grandes para evitar o efeito da flambagem nos
casos de compressao e flexao.
• O interesse deste estudo esta nas acoes de movimento que provocam
flexao e tracao/compressao.
41
4.2 Cinematica
• Os deslocamentos un(x) provocados pela tracao ou compressao sao
normais e constante para todos os pontos da secao transversal.
(a) Deslocamento axial na tracao. (b) Deslocamento axial na compressao.
Figura 29: Cinematica da tracao e compressao.
• Para a flexao, o deslocamento axial uf(x) varia linearmente com a
coordenada y de cada ponto da secao transversal.
(a) Rotacao na flexao. (b) Deslocamento axial na flexao.
Figura 30: Cinematica da Flexao.
42
• Da figura anterior, pode-se obter
tan α =∆v
∆x= −u
y→ ∆v
∆x= −u
y.
• No limite para ∆x → 0
uf(x) = −ydv(x)
dx. (56)
(a) Deslocamento axial natracao.
(b) Deslocamento axial naflexao.
(c) Soma dos deslocamentos axi-ais de tracao e flexao.
Figura 31: Cinematica da tracao e flexao.
• Somando os dois efeitos
u(x) = un(x) + uf(x),
= un(x) − ydv(x)
dx. (57)
• Nota-se que a linha na qual o deslocamento e zero muda de posicao,
o que vai influenciar tambem na posicao da linha e superfıcie neutras.
4.3 Deformacao
• A componente de deformacao normal e
ε(x) =du(x)
dx=
d
dx
(
un(x) − ydv(x)
dx
)
=dun(x)
dx− y
d2v(x)
dx2= εn(x) + εf(x). (58)
43
4.4 Esforcos Internos
• Os esforcos internos compatıveis com os problemas de flexao e tracao/
compressao sao indicados abaixo.
(a) Esforco interno - tracao. (b) Esforco interno - flexao.
Figura 32: Esforcos internos - tracao e flexao.
• As expressoes gerais da forca normal Nx(x), momento fletor Mz(x)
e forca cortante Vy(x) em uma secao generica x sao
Nx(x) =∫
A σ dA, Mz(x) = −∫
A σy dA, Vy(x) = dMz(x)dx .
(a) σ < 0. (b) σ > 0.
Figura 33: Forca normal e momento fletor.
44
4.5 Esforcos Externos
• Como ja visto, os esforcos externos compatıveis para os problemas
de tracao/compressao e flexao sao indicados abaixo.
(a) Esforco externo - tracao. (b) Esforco externo - flexao.
Figura 34: Esforcos externos - tracao e flexao.
• Fazendo o equilıbrio entre esforcos internos e externos, obtem-se os
seguintes Problemas de Valores de Contorno (PVC) para os proble-
mas de tracao/compressao e flexao pura
dNx(x)
dx= −p(x),
Nx(0) = −N0,
Nx(L) = NL.
dM 2z (x)
dx2= q(x),
Mz(0) = −M0,
Mz(L) = ML,
Vy(0) = V0,
Vy(L) = −VL.
45
4.6 Equacao Constituiva
• Utilizando um material isotropico, homogeneo e de comportamento
elastico linear, atraves da Lei de Hooke pode-se estabelecer uma
relacao entre a tensao e a deformacao, atraves do modulo de elasti-
cidade longitudinal E, ou seja
σ(x) = E(x)ε(x). (59)
• Substituindo a equacao para ε(x) tem-se
σ(x) = E(x)
(
dun(x)
dx− y
d2v(x)
dx2
)
(60)
= E(x)dun(x)
dx− E(x)y
d2v(x)
dx2.
• Denotando as tensoes normais de tracao e de flexao e por
σn(x) = E(x)dun(x)
dxe σf(x) = −E(x)y
d2v(x)
dx2, (61)
tem-se que a tensao resultante sera dada por
σ(x) = σn(x) + σf(x).
• Substituindo as expressoes anteriores nas definicoes de Nx(x) e Mz(x)
vem que
Nx(x) =
∫
A
σn(x)dA =
∫
E(x)dun(x)
dxdA
= E(x)dun(x)
dx
∫
A
dA = E(x)A(x)dun(x)
dx,
Mz(x) = −∫
A
σf(x)ydA = −∫
A
−E(x)yd2v(x)
dx2ydA (62)
= E(x)d2v(x)
dx2
∫
A
y2dA = E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2.
46
• A partir das expressoes anteriores
du(x)
dx=
Nx(x)
AxE(x), (63)
d2v(x)
dx2=
Mz(x)
E(x)Iz(x). (64)
• Substituindo as equacoes (63) e (64) na equacao (61)
σ(x) =E(x)Nx(x)
E(x)A(x)− E(x)Mz(x)
E(x)Iz(x)y
=Nx(x)
A(x)− Mz(x)
Iz(x)y
= σn(x) + σf(x). (65)
(a) Tensao normal devido a forcanormal (σn(x)).
(b) Tensao normal devido ao mo-mento fletor (σf (x)).
(c) Tensao normal resultante(σ(x)).
Figura 35: Tensao normal devido a tracao e flexao.
• Como ja dito anteriormente, a superfıcie neutra se desloca da posicao
encontrada na flexao pura.
• A sua nova posicao e determinada igualando a expressao da tensao
normal resultante a zero, ou seja,
σ(x) =Nx(x)
A(x)− Mz(x)
Iz(x)y = 0.
47
Logo,
y =Iz(x)Nx(x)
Mz(x)A(x). (66)
Figura 36: Deslocamento da superfıcie neutra .
4.7 Dimensionamento
• Para determinar as dimensoes da secao transversal de uma viga sub-
metida a esforcos axiais e de flexao, adotam-se os seguintes passos:
1. Construir os diagramas da forca normal, forca cortante e mo-
mento fletor.
2. Determinar a secao mais solicitada, ou seja, aquela na qual age
o maior momento fletor em modulo.
Caso haja mais de uma secao transversal com o mesmo momento
fletor, a secao mais solicitada sera aquela com maior forca normal
em modulo.
Os esforcos na secao mais solicitada serao denotados como Mmaxz
e Nmaxx .
48
3. Determinar o ponto mais solicitado da secao transversal mais so-
licitada, ou seja, aquele ponto no qual a tensao normal resultante
e maxima
σmax =Nmax
x
A+
Mmaxz
Wz. (67)
4. Para uma tensao normal admissıvel do material igual a σ, a
menor secao sera determinada impondo-se a condicao economica,
ou seja,
σmax = σ.
• Para uma secao circular cheia
Wz =πd4
64
2
d=
πd3
32,
e
A =πd2
4.
Logo,
σmax =4Nmax
x
πd2+
32Mmaxz
πd3.
• Para evitar resolver a equacao cubica em termos de d, determina-se
o diametro necessario para suportar apenas a flexao pura. Logo,
σmax =Mmax
z
Wz= σ =⇒ Wz =
Mmaxz
σ.
• Resolvendo a equacao anterior para df , tem-se
df =
(
32Mmaxz
πσ
)1/3
.
49
• Para verificar o efeito da forca normal, aumenta-se ligeiramente o
diametro calculado anteriormente (de 5% a 10%). Seja d o diametro
aumentado.
Se a tensao normal maxima e tal que
σmax =4Nmax
x
πd2+
32Mmaxz
πd3≤ σ.
a viga permanece na fase elastica. Caso contrario, aumenta-se o
diametro df novamente ate que a condicao anterior seja satisfeita.
4.8 Exemplo
• Dimensionar a viga de secao circular de diametro d com carrega-
mento indicado, sendo dado σ = 50MPa.
Figura 37: exercıcio 4.1
50
Figura 38: Diagrama de corpo livre da viga do exemplo.
• Equacoes dos carregamentos
p(x) = 200 < x − 2 >−1 −500 < x − 3 >−1,
q(x) = −1000 < x − 0 >0 +1000 < x − 2 >0 .
• Condicoes de contorno
x = 0 → u(0) = 0, v(0) = 0, Mz(0) = 0Nm.
x = L → v(L) = 0, Nx(L) = 0, Mz(L) = 200Nm.
• Integracao das equacoes diferenciais de equilıbrio em termos da forca
normal e do momento fletor
– Forca normal
dNx(x)
dx= −p(x)
Nx(x) = −200 < x − 2 >0 +500 < x − 3 >0 +C1.
Aplicando a CC, Nx(L) = 0 → C1 = −300.
51
– Momento fletor
dVy(x)
dx= q(x),
dMz(x)
dx= Vy(x).
Vy(x) = −1000 < x − 0 >1 +1000 < x − 2 >1 +D1,
Mz(x) = −1000 < x − 0 >1 +1000 < x − 2 >1 +D1x + D2.
Aplicando as CCs Mz(0) = 0 e Mz(L) = 200, tem-se D1 = 1550
e D2 = 0.
– Equacoes finais
Nx(x) = −200 < x − 2 >0 +500 < x − 3 >0 −300,
Vy(x) = −1000 < x − 0 >1 +1000 < x − 2 >1 +1550,
Mz(x) = −500 < x − 0 >2 +500 < x − 2 >2 +1550x.
• Diagramas de esforcos
0 < x < 2m :
Nx(x) = −300 =
{
Nx(0) = −300N
Nx(2) = −300N
Vy(x) = −1000x + 1550 =
{
Vy(0) = 1550N
Vy(2) = −450N
Mz(x) = −500x2 + 1550x =
{
Mz(0) = 0Nm
Mz(2) = 1100Nm
52
2 < x < 3m :
Nx(x) = −500 =
{
Nx(2) = −500N
Nx(3) = −500N
Vy(x) = −1000x + 1000(x − 2) + 1550 = −450 =
{
Vy(2) = −450N
Vy(3) = −450N
Mz(x) = −500x2 + 500(x − 2)2 + 1550x
= −450x + 2000
{
Mz(2) = 1100Nm
Mz(3) = 650Nm
3 < x < 4m :
Nx(x) = 0 =
{
Nx(3) = 0N
Nx(4) = 0N
Vy(x) = −450 =
{
Vy(3) = −450N
Vy(2) = −450N
Mz(x) = −450x + 2000 =
{
Mz(3) = 650Nm
Mz(4) = 200Nm
(a) Grafico da tracao. (b) Graficos da cortante e momento fletor.
Figura 39: Graficos da tracao, cortante e momento fletor.
Como a cortante se anulou no trecho 0 < x < 2m, o momento fletor
assume um valor maximo ou mınimo que deve ser determinado. Por
53
semelhanca de triangulos
x
1550=
2 − x
450→ x = 1, 55m.
Pode-se obter o mesmo resultado, impondo-se que a equacao da cor-
tante no trecho 0 < x < 2m seja nula, ou seja,
Vy(x) = −1000x + 1550 = 0 → x = 1, 55m.
Calcula-se o momento fletor maximo para x = 1, 55m como
Mz(1, 55) = −500(1, 55)2 + 500(1, 55 − 2)2 + 1550(1, 55) = 1201, 25Nm.
• Secao mais solicitada
A partir dos calculos anteriores, tem-se que a secao mais solicitada e
x = 1, 55m e Mmaxz = 1201, 25Nm.
• Dimensionamento
Considerando apenas a flexao pura
df =
(
32Mmaxz
πσ
)1/3
=
(
32 1201, 25
π50 × 106
)1/3
Logo,
df = 6, 25cm
Fazendo a verificacao da forca normal
σmax =Nmax
x
A+
Mmaxz
Wz
Adotando d = 1, 1df = 6, 88cm, tem-se
A = 0, 003718m2,
54
Wz =πd3
32= 0, 000032m3,
σmax = 80696, 46 + 37539062, 5 = 37, 6MPa.
Como σmax ≤ σ, a viga permanece na fase elastica.
• Calculo da nova posicao da linha neutra y
y =Iz(x)Nx(x)
Mz(x)A(x)=
10−6 300
0, 003718 1201, 25= −7, 38 × 10−5m.
• Representacao grafica das tensoes
(a) Tensao devido a forca normal. (b) Tensao devido ao momento fletor.
(c) Tensao normal resultante.
Figura 40: Tensoes normais.
55
VIGAS BIDIMENSIONAIS SUJEITA A MULTIPLAS
SOLICITACOES
• As solicitacoes axiais, de torcao e flexao foram estudadas de forma
separada, respectivamente, nos elementos de barra, eixo e viga.
• Em casos praticos, esses efeitos ocorrem de forma conjunta. O ele-
mento submetido a essas multiplas solicitacoes sera tambem deno-
minado viga.
• Quando combinarmos compressao e flexao, o efeito da flambagem
nao sera analisado. Com isto algumas hipoteses serao admitidas
com relacao as dimensoes da viga.
• Como assume-se o caso de pequenos deslocamemtos, utiliza-se a su-
perposicao dos esforcos e seus efeitos.
5 VIGA SUJEITA A FLEXAO, TRACAO/COMPRESSAO
E A TORCAO
5.1 Hipoteses iniciais
• VIGA e um elemento estrutural cujo comprimento e bem maior que
as dimensoes da secao transversal.
• No entanto, as razoes entre o comprimento e as dimensoes da secao
nao sao muito grandes para evitar o efeito da flambagem nos casos
de compressao e flexao.
• O interesse deste estudo esta nas acoes de movimento que provocam
flexao, tracao/compressao e torcao do elemento de viga.
56
5.2 Cinematica
• Na flexao pura, a secao transversal permanece plana e normal a
superfıcie neutra apos a acao de flexao.
• Na torcao, cada secao transversal sofre uma rotacao rıgida θ em torno
do eixo x. O deslocamento tangencial varia linearmente de zero no
centro ate um valor maximo na extremidade da secao.
(a) Acao de flexao. (b) Acao de torcao.
Figura 41: Cinematica de flexao e torcao.
• A tracao/compressao e a flexao provocam os deslocamentos axiais
un(x) e uf(x), respectivamente, resultando no deslocamento axial
total u(x), ou seja,
u(x) = un(x) + uf(x), (68)
57
• Os deslocamentos un(x) sao normais ao eixo longitudinal e constantes
para todos os pontos da secao transversal.
(a) Deslocamento axial na tracao. (b) Deslocamento axial na compressao.
Figura 42: Cinematica da tracao e compressao.
• O deslocamento axial devido a flexao e
uf(x) = −ydv(x)
dx. (69)
(a) Rotacao na flexao. (b) Deslocamento axial na flexao: θz(x) > 0.
Figura 43: Cinematica da flexao.
• Portanto, o deslocamento axial resultante u(x) e dado por
u(x) = un(x) − ydv(x)
dx. (70)
58
(a) Tracao: un(x) > 0. (b) Deslocamento axial naflexao: θz(x) > 0.
(c) Deslocamento resultante.
Figura 44: Cinematica da tracao e flexao.
• De maneira analoga segue para tracao e compressao com momento
fletor negativo.
• A superfıcie na qual o deslocamento e zero muda de posicao, o que
vai influenciar tambem na superfıcie neutra.
(a) Compressao: un(x) < 0. (b) Deslocamento axial naflexao: θz(x) > 0.
(c) Deslocamento resultante.
Figura 45: Cinematica da compressao e flexao.
59
• Para a torcao, as coordenadas iniciais e finais de um ponto sao:
P (x, y, z) e P ′ (x′, y′, z′).
• Os deslocamentos tranversais sao
v = y′ − y = r cos(β + θ) − r cos(β),
w = z′ − z = r sin(β + θ) − r sin(β).
Figura 46: Cinematica da torcao transversal do eixo.
• Simplificando e considerando pequenos deslocamentos, tem-se que
v = −zθ,
w = yθ.
• Em termos do deslocamento tangencial, tem-se
ut(x) = −rθ(x).
5.3 Deformacao
• A deformacao especıfica normal e obtida atraves da derivada do
deslocamento axial resultante, ou seja,
ε(x) =du(x)
dx=
dun(x)
dx+
duf(x)
dx= εn(x) + εf(x).
60
• Substituindo a equacao (87) na equacao anterior, tem-se
ε(x) =dun(x)
dx− y
d2v(x)
dx2, (71)
sendo
εn(x) =dun(x)
dx,
εf(x) = −yd2v(x)
dx2.
• A distorcao angular devido ao efeito de torcao e
γ(x) =dθ(x)
dxr. (72)
• Da equacao anteiror, verifica-se que a distorcao γ(x) varia linear-
mente a partir do centro da secao ate o contorno da secao.
61
5.4 Esforcos Internos
• Os seguintes esforcos internos sao compatıveis com a viga em estudo
Nx(x) =
∫
A
σ dA,
Mz(x) = −∫
A
σy dA,
Mx(x) =
∫
A
τrdA,
Vy(x) =dMz(x)
dx.
(a) Esforcos internos na tracao. (b) Esforcos internos na torcao.
(c) Esforcos internos na flexao.
Figura 47: Esforcos internos.
62
5.5 Esforcos Externos
• Os esforcos externos em uma viga submetida a tracao/compressao,
flexao e a torcao sao ilustrados abaixo.
(a) Esforcos externos na tracao.
(b) Esforcos externos na torcao. (c) Esforcos externos na flexao.
Figura 48: Esforcos externos.
• Estabelecendo o equilıbrio dos esforcos internos e externos, obtem-se
os Problemas de Valores de Contorno em termos da forca normal,
momento torcor e momento fletor
dNx(x)dx + p(x) = 0 em x ∈ (0, L)
Nx (0) = −N0 em x = 0
Nx (L) = NL em x = L
(73)
63
dMx(x)dx + t(x) = 0 em x ∈ (0, L)
Mx (0) = −T0 em x = 0
Mx (L) = TL em x = L
(74)
d2Mz(x)dx2 − q(x) = 0 x ∈ (0, L)
Vy (0) = V0 x = 0
Vy (L) = −VL x = L
Mz (0) = −M0 x = 0
Mz (L) = ML x = L
. (75)
• Lembrando a convencao de sinais.
Figura 49: Convencao adotada para os sinais.
5.6 Equacao Constitutiva
• Material isotropico, homogeneo e de comportamento elastico linear.
• A Lei de Hooke estabelece as seguintes relacoes lineares entre as com-
ponentes de tensao e deformacao, atraves dos modulos de elasticidade
longitudinal E e transversal G
σ(x) = E(x)ε(x),
τ (x) = G(x)γ(x). (76)
64
• Substituindo as equacoes (89) e (90) nas equacoes anteriores, tem-se
σ(x) = E(x)dun(x)
dx− E(x)
d2v(x)
dx2y = σn(x) + σf(x), (77)
τ (x) = G(x)dθ(x)
dxr. (78)
• Substitui-se agora as expressoes anteriores nas equacoes da forca nor-
mal, momento fletor e momento torcor
Nx(x) =
∫
A
σn dA =
∫
A
E(x)dun(x)
dxdA
= E(x)A(x)dun(x)
dx,
Mz(x) = −∫
A
σfy dA =
∫
A
E(x)d2v(x)
dx2y2 dA
= E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2,
Mx(x) =
∫
A
τrdA =
∫
A
G(x)dθ(x)
dxr2 dA
= G(x)Ip(x)dθ(x)
dx,
Vy(x) =d
dx
(
E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2
)
.
• Das expressoes anteriores
dun(x)
dx=
Nx(x)
E(x)A(x),
d2v(x)
dx2=
Mz(x)
E(x)Iz(x),
dθ(x)
dx=
Mx(x)
G(x)Ip(x).
65
• Substituindo em (107), obtem-se as seguintes distribuicoes de tensao
σn(x) =Nx(x)
A(x),
σf(x) = −Mz(x)
Iz(x)y,
τ (x) =M(x)
Ip(x)r.
(a) Tensao na tracao. (b) Tensao na flexao. (c) Tensao resultante.
Figura 50: Soma das tensoes de tracao e flexao.
(a) Tensao na compressao. (b) Tensao na flexao. (c) Tensao resultante.
Figura 51: Soma das tensoes de compressao e flexao.
• Para determinar as tensoes resultantes devido as tensoes cisalhantes
e normais, usa-se o criterio de Von Mises. Nesse caso, define-se a
tensao equivalente como
σeq(x) =√
σ(x)2 + 3τ (x)2 (79)
66
(a) Distribuicao de τ(x).
• Substituindo as equacoes da forca normal, momento fletor e mo-
mento torcor nas rspectivas equacoes diferenciais de equilıbrio e con-
siderando Iz, Ip, A, G e E constantes, obtem-se os seguintes PVCs
em termos da cinematica
EAd2u(x)dx2 = −p(x)
GIpd2θ(x)dx2 = −t(x)
EIzd4v(x)dx4 = q(x)
(80)
5.7 Dimensionamento
• Usam-se os seguintes passos para determinar as dimensoes mınimas
de uma secao transversal:
1. Tracar os diagramas dos momentos fletor (Mz(x)) e torcor (Mx(x)),
forcas normal (Nx(x)) e cortante (Vy(x)).
2. Determinar a secao mais solicitada segundo o criterio
(a) Secao com maior momento fletor em modulo;
(b) Secao com maior momento tocor em modulo;
(c) Secao com maior forca normal em modulo;
67
(b) Provaveis pontos mais solicitados.
(d) Secao com a maior forca cortante em modulo.
3. Determinar o ponto mais solicitado na secao mais solicitada.
4. No ponto mais solicitado calcular a tensao equivalente maxima
segundo o criterio de Von Misses:
σmaxeq =
√
σ2max + 3τ 2
max,
sendo
σmax =Nmax
x
A+
Mmaxz
Izymax =
Nmaxx
A+
Mmaxz
Wmaxz
,
τmax =Mmax
x
Iprmax =
Mmaxx
Wmaxx
.
• Para uma secao circular de diametro d
Wz =Iz
ymax=
πd4
64d2
=πd3
32,
Wx =Ip
rmax=
πd4
32d2
=πd3
16.
68
• Para a simplificar o calculo, consideram-se apenas as tensoes de flexao
e torcao
σmax =Mmax
z
Wz=
32Mmaxz
πd3,
τmax =Mmax
x
Wx=
16Mmaxx
πd3.
• Logo, a tensao equivalente sera dada por
σmaxeq =
√
(
32Mmaxz
πd3
)2
+ 3
(
16Mmaxx
πd3
)2
,
σmaxeq =
16
πd3
√
4(Mmaxz )2 + 3(Mmax
x )2.
• Para uma tensao admissıvel σ
σmaxeq ≤ σ.
• Portanto,
σ =16
πd3
√
4(Mmaxz )2 + 3(Mmax
x )2.
• Resolvendo a equacao anterior para o diametro
d =3
√
16
πσ
√
4(Mmaxz )2 + 3(Mmax
x )2. (81)
• Calculado o diametro da viga, aumenta-se em 5% o mesmo e faz-se
a verificacao incluindo o efeito da forca normal.
69
5.8 Verificacao
• Ja com o diametro para a verificacao, calcula-se novamente a tensao,
envolvendo todas as parcelas e verifica se esta tensao e menor que a
admissıvel
σmax =Nmax
x
A+
Mmaxz
Izymax,
τmax =Mmax
x
Iprmax.
• A tensao equivalente sera dada por:
σeq =√
σ2 + 3τ 2.
• Compara-se
σeq ≤ σ.
• Se σeq ≤ σ → Ok!!. Caso contrario aumenta-se o diametro nova-
mente e faz-se nova verificacao.
5.9 Exemplo
Dimensionar a viga de secao circular submetida a esforcos de tracao,
flexao e torcao. Dados: qo = 1000N/m; F1 = 1000N ; F2 = 500N ;
T = 1200Nm; M = 500Nm, σ = 70MPa.
1. Calculo das reacoes de apoio
A partir do Diagrama de Corpo Livre (DCL) ilustrado na Figura 68,
tem-se as seguintes condicoes de equilıbrio:
ΣFx = 0 : RAx + 500 = 0 → RAx = −500N.
ΣFy = 0 : RAy − 4000 − 1000 + REy = 0
RAy + REy = 5000.
ΣMz(A) = 0 : −(4000)(2) + 500 − (1000)(6) + REy(8) = 0.
70
Figura 52: Viga com carregamento de tracao, flexao e torcao.
Figura 53: Diagrama de corpo livre.
Logo, REy = 1687, 5N e RAy = 3312, 5N .
Observa-se que o momentos torcores devem estar auto-equilibrados,
ou seja,
ΣMx = 0 → −1200 + 1200 = 0.
2. Diagramas
Momento fletor
• x = 0 → Mz(0) = 0.
71
• x = 0 → Mz(2) = 0 + (3312, 5 + 1312, 5) × 22 = 4625Nm.
• Quando a cortante e igual a zero, tem-se um ponto de inflexao
(maximo ou mınimo) para o momento fletor, pois
Vy(x) =dMz(x)
dx= 0.
Para se determinar a secao xm entre 2 < xm < 4 na qual a cor-
tante se anulou, emprega-se a semelhanca de triangulos indicada
na Figura 54. Logo
xm
2 − xm=
1312, 5
687, 5→ xm = 1, 31m.
Figura 54: Deteminacao de xm.
Determina-se agora o momento fletor em x = 3, 31m, isto e,
Mz(3, 31) = 4625 + (1, 31)
(
1312, 5
2
)
= 5486, 3Nm.
• x = 4m → Mz(4) = 5486, 3 + 0,692 (−687, 5) = 5249, 9Nm.
• x = 6m → Mz(6) = 5249, 9 + (2)(−687, 5) = 3875Nm.
Os diagramas de esforcos estao dados na Figura 69.
72
Figura 55: Graficos de Mx(x),Mz(x), Vy(x), Nx(x).
3. Secao mais solicitada: x = 3, 31m
Mmaxz = 5486, 3Nm,
V maxy = 0N,
Nmaxx = 500N,
Mmaxx = 1200Nm.
(82)
4. Dimensionamento
• Considera-se inicialmente apenas os efeitos da flexao e da torcao.
• Tensao equivalente maxima
σmaxeq =
√
(σmaxf )2 + 3(τmax
t )2.
Observa-se que
σmaxf =
Mmaxz
Wz=
Mmaxz
πd4
64
d
2=
Mmaxz
πd3
32
,
73
τmax =Mmax
x
Wx=
Mmaxx
πd4
32
d
2=
Mmaxx
πd3
16
.
Logo
d =3
√
16
πσ
√
4(Mmaxz )2 + 3(Mmax
x )2. (83)
• Substituindo os valores
d = 3
√
16
π70 × 106
√
4(5486, 3)2 + 3(1200)2. (84)
Portanto,
d = 9, 33cm.
• Tomando-se um diametro um pouco maior, por exemplo d =
9, 6cm, faz-se a verificacao incluindo o efeito da forca normal, ou
seja,
σmax =Nmax
x
A± Mmax
z
Wz=
500π4(0, 096)2
± 5486, 3π(0,096)3
32
.
Logo,
σmax = 69077 ± 63, 16 × 106N/m2.
• Calculo da tensao de cisalhamento devido ao torque
τmax =Mmax
x
πd3
16
=1200
π(0,096)3
16
.
Logo,
τmax = 6, 9MPa.
• Verificacao
Calcula-se a tensao equivalente e compara-se com a tensao ad-
missıvel
σeq =√
(σmax)2 + 3(τmax)2 =√
(63, 2)2 + 3(6, 9)2 = 64, 3MPa.
74
Como σeq ≤ σ → Ok!!!!.
A viga com diametro de 9,6 cm permanece na fase elastica.
• A representac ao das distribuicoes das tensoes normais devido a
forca normal, momento fletor e resultante esta dada na Figura
70.
(a) Tensao na tracao. (b) Tensao na flexao. (c) Tensao resultante.
Figura 56: Distribuicoes das tensoes de tracao e flexao.
• Determinacao da nova posicao da linha neutra
σ =Nmax
x
A− Mmax
z
Izy = 0,
y =Nmax
x
Mmaxz
Iz
A=
500
5486, 3
πd4/64
πd2/4.
Logo,
y = 0, 00525cm.
75
VIGA SUJEITA A MULTIPLAS SOLICITACOES
(FLEXAO COMPOSTA)
• As solicitacoes de tracao, torcao e flexao foram estudadas de forma
separada, respectivamente, nos elementos de barra, eixo e viga.
• Em casos praticos, esses efeitos ocorrem de forma conjunta. O ele-
mento submetido a essas multiplas solicitacoes sera tambem denom-
inado viga.
• Deve-se tambem considerar a flexao que ocorre em torno do eixo y
do sistema de referencia.
• Da-se o nome de flexao composta a composicao das flexoes em y e z.
• Como assume-se o caso de pequenos deslocamemtos e rotacoes, utiliza-
se a superposicao dos esforcos e seus efeitos.
6 VIGA SUJEITA A FLEXAO COMPOSTA,
TRACAO/COMPRESSAO E TORCAO
6.1 Hipoteses iniciais
• VIGA e um elemento estrutural cujo comprimento e bem maior que
as dimensoes da secao transversal.
• No entanto, as razoes entre o comprimento e as dimensoes da secao
nao devem ser muito grandes para evitar o efeito da flambagem nos
casos de compressao e flexao simultaneos.
• O interesse deste estudo esta nas acoes de movimento que provocam
flexao em y e z, tracao/compressao e torcao do elemento de viga.
• Neste texto, a torcao deve ser considerada apenas para secoes circu-
lares.
76
6.2 Cinematica
• Nas flexoes em y e z (flexao composta), cada secao transversal da
viga permanece plana e normal a superfıcie neutra apos a acao de
flexao.
Figura 57: Cinematica da flexao composta.
77
• Na torcao de secoes circulares, cada secao transversal sofre uma
rotacao rıgida θ(x) em torno do eixo x. O deslocamento tangencial
varia linearmente de zero, no centro da secao, ate um valor maximo
na extremidade da secao.
Figura 58: Cinematica de torcao com θ > 0.
78
• A tracao/compressao e a flexao provocam os deslocamentos axiais
un(x) e uf(x), respectivamente, resultando no deslocamento axial
total u(x), ou seja,
u(x) = un(x) + uf(x). (85)
(a) Acao da rotacao em z (θz > 0).
(b) Acao da rotacao em y (θy > 0).
Figura 59: Cinematica de flexao e torcao.
• Os deslocamentos devido a flexao composta sao
ufz(x) = −ydv(x)
dx, ufy(x) = z
dw(x)
dx. (86)
79
• O deslocamento v(x) e na direcao de y e w(x) na direcao de z.
(a) Deslocamento axial na flexao: θz(x) > 0. (b) Deslocamento axial na flexao: θy(x) > 0.
(c) Deslocamento axial resultante: θz(x) > 0 e θy(x) > 0.
Figura 60: Cinematica da flexao composta.
80
• O deslocamento axial resultante devido a flexao composta e dado por
uf(x) = −ydv(x)
dx+ z
dw(x)
dx. (87)
• Portanto, o deslocamento axial resultante u(x) e dado por
u(x) = un(x) − ydv(x)
dx+ z
dw(x)
dx. (88)
• A superfıcie na qual o deslocamento e zero muda de posicao, o que
vai influenciar tambem na Linha Neutra.
• Para a torcao, as coordenadas iniciais e finais de um ponto sao:
P (x, y, z) e P ′ (x′, y′, z′).
• Os deslocamentos tranversais devido a torcao sao
v = y′ − y = r cos(β + θ) − r cos(β),
w = z′ − z = r sin(β + θ) − r sin(β).
Figura 61: Cinematica da torcao transversal do eixo.
81
• Simplificando e considerando pequenos deslocamentos, tem-se que
v(x) = −zθ(x),
w(x) = yθ(x).
• Em termos do deslocamento tangencial, tem-se
ut(x) =√
v2 + w2 = rθ(x), r =√
y2 + z2.
6.3 Deformacao
• A deformacao especıfica e obtida atraves da derivada do desloca-
mento axial resultante, ou seja,
ε(x) =du(x)
dx=
dun(x)
dx+
duf(x)
dx= εn(x) + εf(x).
• Substituindo a equacao (87) na expressao anterior, tem-se
ε(x) =dun(x)
dx− y
d2v(x)
dx2+ z
d2w(x)
dx2, (89)
sendo
εn(x) =dun(x)
dx,
εf(x) = −yd2v(x)
dx2+ z
d2w(x)
dx2.
• A distorcao angular devido ao efeito de torcao e
γ(x) =dut(x)
dx=
dθ(x)
dxr. (90)
• Da equacao anteiror, verifica-se que a distorcao γ(x) varia linear-
mente a partir do centro ate o contorno da secao.
82
6.4 Esforcos Internos
• A relacao entre os esforcos internos e externos compatıveis com a
cinematica definida anteriormente pode ser determinada atraves do
Princıipio do Trabalho Virtual (PTV).
• O PTV estabelece que os trabalhos das forcas externa e interna para
um deslocamento virtual devem ser iguais, ou seja,
δTe = δTi. (91)
Figura 62: Momentos fletores em y e z.
• De acordo com a Figura 62, tem-se que a forca normal e os momentos
fletores em y e z sao dados respectivamente por
dNx(x) = σdA → Nx(x) =
∫
σx(x)dA,
dMy(x) = σzdA → My(x) =
∫
σzdA,
dMz(x) = −σydA → Mz(x) = −∫
σydA.
83
Figura 63: Momentos torcor elementar.
• De acordo com a Figura 63, o momento torcor e dado por
dMx(x) = τrdA → Mx(x) =
∫
A
τrdA.
• As forcas internas sao representadas pelo conceito de tensao. Nesse
caso, tem-se a tensao normal σ associada a deformacao normal ε e a
tensao cisalhante τ associada a deformacao cisalhante γ
• O trabalho interno virtual de deformacao e dado por
δTi =
∫
V
(σ(x)ε(x) + τ (x)γ(x))dV . (92)
• Substituindo a equacao (89) em (92), tem-se
δTi =
∫
V
σn(x)εn(x)dV +
∫
V
σf(x)εf(x)dV +
∫
V
τ (x)γ(x)dV ,(93)
ou ainda
δTi =
∫
V
σndun(x)
dx−∫
V
σfzyd2v(x)
dx2dV −
∫
V
σfyzd2w(x)
dx2dV
+
∫
V
τdθ(x)
dxrdV .
84
• Pde-se decompor as integrais de volume anteriores atraves de uma
integral ao longo do comprimento da viga L e outra na area da secao
transversal A. Como as grandezas un(x), uf(x), v(x) e θ(x) na
expressao anterior so dependem de x, as mesmas serao integradas
apenas ao longo do comprimento.
Por exemplo,∫
V
σndun(x)
dxdV =
∫ L
0
(
∫
A
σndA)dun(x)
dxdx =
∫ L
0
Nx(x)dun(x)
dxdx.
Aplicando a integracao por partes na equacao anterior∫ L
0
Nx(x)dun(x)
dxdx = −
∫ L
0
dNx(x)
dxun(x)dx + Nx(x)un(x)|L0 .(94)
• Analogamente
−∫
V
σfzyd2v(x)
dx2dV =
∫ L
0
(
∫
A
σfz(x)ydA)d2v(x)
dx2dx,
=
∫ L
0
Mz(x)d2v(x)
dx2dx. (95)
Aplicando a integracao por partes na equacao (95), tem-se que∫ L
0
Mz(x)d2v(x)
dx2dx = −
∫ L
0
dMz(x)
dx
dv(x)
dxdx + Mz(x)
dv(x)
dx|L0 .
Aplicando novamente a integracao por partes
−∫ L
0
dMz(x)
dx
dv(x)
dxdx =
∫ L
0
d2Mz(x)
dx2v(x)dx − dMz(x)
dxv(x)|L0 .
Obtem-se entao a seguinte equacao∫ L
0
Mz(x)d2v(x)
dx2dx =
∫ L
0
d2Mz(x)
dx2v(x)dx − dMz(x)
dxv(x)|L0
+ Mz(x)θz(x)|L0 . (96)
85
• Para o termo de My(x), tem-se analogamente
∫ L
0
My(x)d2w(x)
dx2dx =
∫ L
0
d2My(x)
dx2w(x)dx − dMy(x)
dxw(x)|L0
+ My(x)θy(x)|L0 . (97)
• E para o termo em Mx(x)
∫ L
0
Mx(x)dθ(x)
dxdx = −
∫ L
0
dMx(x)
dxθ(x)dx + Mx(x)θ(x)|L0 .(98)
• Os seguintes esforcos internos sao compatıveis com a viga em estudo
(ver Figura 64)
Nx(x) =
∫
A
σ dA,
Vy(x) =dMz(x)
dx, (99)
Mz(x) = −∫
A
σy dA,
Vz(x) = −dMy(x)
dx,
My(x) =
∫
A
σz dA,
Mx(x) =
∫
A
τrdA.
86
(a) Esforcos internos na tracao.
(b) Esforcos internos na torcao. (c) Esforcos internos na flexao em torno de z.
(d) Esforcos internos na flexao em torno de y.
Figura 64: Esforcos internos.
87
6.5 Esforcos Externos
• Os esforcos externos em uma viga submetida a tracao/compressao,
flexao composta e a torcao sao ilustrados abaixo.
• O trabalho virtual realizado pelos esforcos externos sao
δTe =
∫ L
0
qy(x)v(x)dx + Vy0v(0) + VyLv(L) + Mz0θz(0)(100)
+MzLθz(L) +
∫ L
0
qz(x)v(x)dx + Vz0v(0)
+VzLv(L) + My0θz(0) + MyLθz(L)
+
∫ L
0
p(x)un(x)dx + Nx0u(0) + NxLu(L)
+
∫ L
0
t(x)θx(x)dx + Mx0θ(0) + MxLθ(L).
6.6 Princıpio dos Trabalhos Virtuais
• Aplicando o Princıpio dos Trabalhos Virtuais, obtem-se os Problemas
de Valores de Contorno de Equilıbrio em termos da forca normal,
momento torcor e momentos fletores dados a seguir
dNx(x)dx + p(x) = 0 em x ∈ (0, L)
Nx (0) = −N0 em x = 0
Nx (L) = NL em x = L
. (101)
dMx(x)dx + t(x) = 0 em x ∈ (0, L)
Mx (0) = −T0 em x = 0
Mx (L) = TL em x = L
. (102)
88
(a) Esforcos externos na tracao.
(b) Esforcos externos na torcao.
(c) Esforcos externos na flexao em z. (d) Esforcos externos na flexao em y.
Figura 65: Esforcos externos.
89
d2Mz(x)dx2 − q(x) = 0 x ∈ (0, L)
Vy (0) = Vy0 x = 0
Vy (L) = −VyL x = L
Mz (0) = −Mz0 x = 0
Mz (L) = MzL x = L
. (103)
d2My(x)
dx2 + q(x) = 0 x ∈ (0, L)
Vz (0) = −Vz0 x = 0
Vz (L) = VzL x = L
My (0) = My0 x = 0
My (L) = −MyL x = L
. (104)
6.7 Equacao Constitutiva
• Considerando que o material seja isotropico, homogeneo e de com-
portamento elastico linear, a lei de Hooke estabelece uma relacao
entre as componentes de tensao e deformacao, atraves dos modulos
de elasticidade longitudinal E e transversal G
σ(x) = E(x)ε(x),
τ (x) = G(x)γ(x). (105)
• Substituindo as equacoes (89) e (90) nas equacoes anteriores, tem-se
σ(x) = E(x)dun(x)
dx− E(x)y
d2v(x)
dx2+ E(x)z
d2w(x)
dx2
= σn(x) + σfz(x) + σfy(x), (106)
τ (x) = G(x)dθ(x)
dxr. (107)
• Substitui-se agora as equacoes (106) e 107 nas equacoes (100)
Nx(x) =
∫
A
σn dA =
∫
A
E(x)dun(x)
dxdA
90
= E(x)dun(x)
dx
∫
A
dA = E(x)A(x)dun(x)
dx,
Vy(x) =d
dx
(
E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2
)
,
Mz(x) = −∫
A
σfzydA =
∫
A
E(x)d2v(x)
dx2y2 dA
= E(x)d2v(x)
dx2
∫
A
y2 dA = E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2,
Vz(x) = − d
dx
(
E(x)Iy(x)d2w(x)
dx2
)
,
My(x) =
∫
A
σfyzdA =
∫
A
E(x)d2w(x)
dx2z2 dA
= = E(x)d2w(x)
dx2=
∫
A
z2 dA = E(x)Iy(x)d2w(x)
dx2,
Mx(x) =
∫
A
τrdA =
∫
A
G(x)dθ(x)
dxr2 dA
= G(x)dθ(x)
dx
∫
A
r2 dA = G(x)Ip(x)dθ(x)
dx.
• Considerando Iz(x), Iy(x) e E(x) constantes
d3v(x)
dx3=
Vy(x)
EIz,
d3w(x)
dx3=
Vz(x)
EIy.
• Das expressoes anteriores
dun(x)
dx=
Nx(x)
E(x)A(x),
91
d2v(x)
dx2=
Mz(x)
E(x)Iz(x),
d2w(x)
dx2=
My(x)
E(x)Iy(x),
dθ(x)
dx=
Mx(x)
G(x)Ip(x).
• Substituindo as equacoes anteriores nas equacoes (106) e (107), obtem-
se as seguintes equacoes para as tensoes normal e cisalhante
σn(x) =Nx(x)
A(x),
σfz(x) = −Mz(x)
Iz(x)y,
σfy(x) =My(x)
Iy(x)z,
τ (x) =M(x)
Ip(x)r.
• A tensao axial resultante sera dada por
σ(x) =Nx(x)
A(x)− Mz(x)
Iz(x)y +
My(x)
Iy(x)z, (108)
e a tensao de cisalhamento por
τ (x) =Mx(x)
Ip(x)r. (109)
• Para determinar a tensao resultante devido as tensoes cisalhante e
normal, emprega-se a tensao equivalente de von Mises
σeq(x) =√
σ(x)2 + 3τ (x)2. (110)
92
(a) Distribuicao de τ(x).
• Substituindo as equacoes da forca normal, momento fletor e mo-
mento torcor nas respectivas equacoes diferenciais de equilıbrio e
considerando Iz, Ip, A, G e E constantes em x, obtem-se os seguintes
PVCs em termos da cinematica
EAd2u(x)
dx2= −p(x),
GIpd2θ(x)
dx2= −t(x),
EIzd4v(x)
dx4= qy(x),
EIyd4w(x)
dx4= qz(x).
6.8 Dimensionamento
• Para determinar as dimensoes da secao para que o material se man-
tenha na fase elastica, aplicam-se os seguintes passos:
1. Tracar os diagramas dos momentos fletores (My(x) e Mz(x))
e torcor (Mx(x)), forcas normal (Nx(x)) e cortantes (Vy(x) e
Vz(x)).
93
2. Determinar a secao mais solicitada segundo o criterio
(a) Secao com maior momento fletor resultante MR =√
M 2y + M 2
z ;
(b) Secao com maior momento torcor em modulo;
(c) Secao com maior forca normal em modulo;
(d) Secao com a maior forca cortante em modulo VR =√
V 2y + V 2
z .
3. Determinar o ponto mais solicitado da secao mais solicitada.
Nesse caso, deve-se analisar as distribuicoes de tensao normal na
secao mais solicitada. O ponto mais solicitado a flexao composta
apenas sera aquele mais afastado da linha neutra.
4. No ponto mais solicitado, calcular a tensao equivalente maxima
segundo o criterio de Von Misses, ou seja,
σmaxeq =
√
σ2max + 3τ 2
max,
sendo
σmax =Nmax
x
A± Mmax
z
Izymax ±
Mmaxy
Iyzmax
=Nmax
x
A+
Mmaxz
Wz+
Mmaxy
Wy,
τmax =Mmax
x
Iprmax =
Mmaxx
Wx,
sendo Wx o modulo de resistencia a torcao e Wy e Wz os modulos
de resistencia de flexao segundo os eixos y e z.
• Considerando a flexao composta, ou seja, desprezando o efeito da
forca normal, a linha neutra sera obtida quando a tensao normal de
flexao for igual a 0, ou seja,
Mz(x)
Izy =
My(x)
Iyz → y
z=
My(x)Iz
Mz(x)Iy. (111)
94
• O angulo β e medido entre a linha neutra e o eixo z (ver Figura
66(b)). A seguinte relacao geometrica e valida
tan β =y
z.
(b) Linha neutra. (c) Momento fletor resultante.
• O momento resultante representado na Figura 66(c) e dado por
MR =√
M 2y + M 2
z .
Alem disso,
tan α =My
Mz.
• As tensoes normais maxima (tracao) e mınima (compressao) ocorrem
nos pontos mais afastados da linha neutra.
• A maxima tensao de tracao na viga ocorre no ponto (1) de coorde-
nadas (y1, z1) na secao mais solicitada. Considerando os valores em
modulo
σmaxft =
Mmaxz
Izy1 +
Mmaxy
Iyz1.
95
A maxima tensao de compressao na viga ocorre no ponto (2) de
coordenadas (y2, z2)
σmaxfc =
Mmaxz
Izy2 +
Mmaxy
Iyz2.
• Substituindo tan α =My
Mzna equacao da linha neutra
tan β = tan αIz
Iy→ β = arctan (
Iz
Iytan α).
• Para uma secao circular
Iz = Iy → tan β = tan α.
Figura 66: Momento fletor resultante na viga com secao circular.
• Da Figura 69, observa-se que
y1 = −r cos α,
z1 = r sin α.
96
E ainda
cos α =Mz
MR,
sin α =My
MR,
MR =√
M 2z + M 2
y .
• Substituindo as expressoes anteriores na equacao da tensao normal
de flexao e fazendo algumas simplicacoes, tem-se
σmaxf =
√
(Mmaxz )2 + (Mmax
y )2
WLN=
MR
WLN, (112)
sendo WLN = Ir o modulo a flexao em relacao a linha neutra dado
por
WLN =πd3
32=
πr3
4.
• Calcula-se agora a tensao equivalente
σeq =√
(σmaxf )2 + 3(τmax)2,
com
τmax =Mmax
x
Ipr =
Mmaxx
Wx.
• Substituindo σmaxf e τmax na equacao da tensao equivalente, tem-se
σ2eq =
√
(Mmaxz )2 + (Mmax
y )2
WLN
2
+ 3
(
Mmaxx
Wx
)2
.
97
Simplificando
σeq =32
πd3
√
(Mmaxz )2 + (Mmax
y )2 +3
4(Mmax
x )2. (113)
• Adotando a condicao economica σeq = σ, obtem-se
d =3
√
32
πσ
√
(Mmaxz )2 + (Mmax
y )2 +3
4(Mmax
x )2. (114)
• Para verificar o efeito da forca normal, aumenta-se o diametro ante-
rior da ordem de 5% e verifica-se a viga. Se σeq ≤ σ → Ok!!. Caso
contrario, aumenta-se o diametro novamente e verifica-se a viga, ate
que se encontre um diametro para o qual a viga permanece na fase
elastica.
6.9 Verificacao
• Conhecido o diametro da viga, calcula-se a tensao equivalente maxima
e compara-se com a tensao admissıvel do material.
• Para a tensao normal, consideram-se todas as parcelas, ou seja,
σmax =Nmax
x
A+
Mmaxz
Wz+
Mmaxy
Wy.
• A tensao equivalente sera dada por
σeq =√
(σmax)2 + 3(τmax)2.
• Compara-se
σeq ≤ σ.
• Se σeq ≤ σ → Ok!!. Caso contrario, aplica-se o procedimento da
secao anterior.
98
Figura 67: Viga do exemplo.
6.10 Exemplo
Dimensionar a viga secao circular da Figura 67 submetida a esforcos de
flexao e torcao. Dado: σ = 70MPa.
1. Inicialmente, deve-se transferir as forcas de 1000 Kgf e 2000 Kgf
para o centro da secao da viga. Apos a tranferencia, tem-se as
seguintes forcas e momentos no centroide das secoes
FBy = 2000kgf, MxB = (2000)(0, 1) = 200 Kgfm
FCy = 1000kgf, MxCB = (1000)(0, 2) = 200 Kgf m.
Esses esforcos estao ilustrados na Figura 68.
2. Para o calculo das reacoes dos apoios, consideram-se as seguintes
condicoes de equilıbrio:
ΣFy = 0 → −RAy + 2000 − RDy = 0
RAy = 2000 − RDy.
99
Figura 68: Diagrama de corpo livre.
ΣMz(A) = 0 → (2000)(0, 2) − RDy(1, 0) = 0,
RDy = 400Kgf → RAy = 1600Kgf.
ΣFz = 0 → −RAz + 1000 − RDz = 0,
RAz = 1000 − RDz.
ΣMy(A) = 0 → −(1000)(0, 8) + RDz(1, 0) = 0,
RDz = 800Kgf → RAz = 200Kgf.
3. Os diagramas de esforcos estao ilustrados na Figura 69.
O momento torcor deve estar em auto-equilibrado. Logo
ΣMx = 0 → −200 + 200 = 0.
4. A secao mais solicitada e x = 0, 2+m e o momento resultante maximo
e
MR =√
(320)2 + (40)2 → MR = 322, 5 Kgfm.
100
Figura 69: Graficos de Mx(x), V y(x),Mz(x), Vz(x),My(x).
Os seguintes esforcos atuam nessa secao:
Mmaxx = 200 Kgf m
V maxy = 400 Kgf
Mmaxz = 320 Kgf m
V maxz = 200 Kgf
Mmaxy = 40 Kgf m.
(115)
5. Dimensionamento
Considera-se inicialmente apenas os efeitos da flexao e da torcao.
Logo,
d =3
√
32
πσ
√
(Mmaxz )2 + (Mmax
y )2 +3
4(Mmax
x )2
101
Figura 70: Pontos mais solicitados.
=3
√
32
π70 × 106
√
(320)2 + (40)2 +3
4(200)2
Portanto,
d = 0, 0641m = 6, 41cm.
6. Determinacao da linha neutra
tan α =Mmax
y
Mmaxz
=40
320→ α = 7, 12o.
Portanto,
β = −α = −7, 12o.
7. Os pontos de maior solicitacao na secao mais solicitada estao mostra-
dos na Figura 70.
102
CISALHAMENTO EM VIGAS
(MODELO DE TIMOSHENKO)
7 Introducao
• Ate o momento, considerou-se apenas a flexao pura de vigas atraves
do modelo de Euler-Bernouilli.
• Desprezou-se o efeito do cisalhamento existente nas secoes transver-
sais de uma viga em flexao. Para incluir esse efeito, considera-se o
modelo de viga de Timoshenko.
• A diferenca basica entre estes modelos esta relacionada ao fato que a
formulacao de Euler-Bernouilli nao considera a deformacao de cisal-
hamento presente nas secoes tranversais.
• Para vigas curtas e importante a analise dos efeitos causados pelo
cisalhamento.
• E para vigas com secoes compostas (perfis I e T), o efeito de cisalha-
mento entre os diversos elementos que compoe a secao e importante
para o seu dimensionamento.
103
8 Cinematica
• Qualquer acao de flexao de uma viga faz surgir o efeito do cisal-
hamento entre as fibras da viga ao longo de seu comprimento, assim
como entre as secoes transversais.
• O efeito do cisalhamento nas secoes transversais pode ser observado
na Figura 71 para uma viga de secao retangular. Ocorre um em-
penamento das secoes transversais. Neste caso, a distorcao maxima
ocorre na linha neutra, sendo nula nas partes superior e inferior da
secao.
Figura 71: Empenamento de secao na viga de Timoshenko.
• Na Figura 72, isola-se a extremidade da viga e toma-se um elemento
infinitesimal. Considerando apenas o efeito de flexao pura, o ele-
mento permanece ortogonal ao eixo deformado da viga. Com o cisal-
hamento, verifica-se uma distorcao do elemento, ou seja, os angulos
entres as arestas deixam de ser retos.
104
Figura 72: Elemento de viga distorcido devido ao cisalhamento.
• Como a distorcao varia na secao, elementos de viga, como aqueles
ilustrados na Figura 72, serao deformados de maneira distinta.
• A determinacao da forma empenada da secao transversal pode ser
feita de forma analıtica apenas para alguns casos particulares e en-
volve a solucao das equacoes tridimensionais de um solido elastico
linear.
• O modelo de Timoshenko, aqui desenvolvido, considera que as secoes
permanecem ainda planas. Assim, assume-se que toda secao transver-
sal x sofre uma distorcao constante β(x).
• O sistema cartesiano de referencia empregado passa pelo centro de
geometrico da secao tranversal.
• De forma analoga ao modelo de Euller-Bernoulli, as acoes de movi-
mento na viga de Timoshenko devem ser tais que as secoes transver-
sais permanecam planas (veja a Figura 71). No entanto, as secoes
nao permanecem ortogonais ao eixo da viga.
• A partir da Figura 73, verifica-se que a secao transversal AB sofre
um deslocamento transversal rıgido v(x) e uma rotacao rıgida α(x)
105
em torno do eixo z, atingindo a posicao intermediaria A′B′, a qual
representa o estado de flexao pura da viga. A partir dessa posicao,
devido ao efeito de cisalhamento, verifica-se uma distorcao da secao
no plano xy caracterizada pelo angulo β(x).
(a) Acao de movimento.
(b) Secao A’B’ em detalhes. (c) Secao A”B” em detalhes.
Figura 73: Cinematica da viga de Timoshenko.
• Assume-se que β(x) e constante na secao, fazendo com que a secao
AB atinja a posicao final A′′B′′.
• A cinematica deste modelo e analoga ao anterior, bastando incluir
o efeito da distorcao β(x) no calculo do deslocamento axial u(x).
106
Logo, a partir da Figura 73, tem-se que
tan θz = −u
y.
• Considerando pequenas deslocamentos, tem-se que tan θz ≈ θz. Logo,
u(x) = −yθz(x) = −y[α(x) − β(x)], (116)
sendo θz(x) a rotacao total da secao, α(x) = dv(x)dx a rotacao devido
a flexao da viga e β(x) a distorcao da secao no plano xy devido ao
cisalhamento.
• Logo, a cinematica da viga de Timoshenko e descrita por um campo
vetorial u(x) com as seguintes componentes
u(x) =
−yθz(x)
v(x)
0
. (117)
9 Deformacao
• No modelo de viga de Timoshenko, tem-se as componentes de de-
formacao longitudinal ε(x) e angular γ(x).
107
• Para determinar essas componentes considere o elemento de viga
ABCD, ilustrado na Figura 74, tomando entre as secoes arbitrarias
x e x + ∆x de uma viga engastada.
A Figura 75 ilustra o elemento de viga antes e apos a flexao estando
indicandos os angulos de rotacao θz(x) e θz(x + ∆x).
Figura 74: Elemento de viga ABCD na configuracao nao deformada.
• Para determinar a deformacao especıfica ε(x) considere a Figura 76.
• Os deslocamentos axiais relativos absoluto e especıfico entre as secoes
AB e CD sao, respectivamente,
∆u = u(x + ∆x) − u(x),
∆u
∆x=
u(x + ∆x) − u(x)
∆x.
• Logo, a deformacao especıfica ε(x) e obtida a partir de
ε(x) = lim∆x→0
∆u
∆x=
du(x)
dx.
108
(a) Elemento deformado. (b) Angulos de distorcao.
Figura 75: Elemento de viga distorcido no plano xy.
Figura 76: Deformacao na viga de Euler-Bernouilli.
109
• Substituindo (116) vem que
ε(x) = −ydθz(x)
dx. (118)
(a) Antes da distorcao. (b) Apos a distorcao.
Figura 77: Elemento de viga ABCD no plano xy.
• Para determinar a distorcao ou deformacao angular no plano xy, con-
sidere o elemento infinitesimal de viga ilustrado na Figura 77 apresen-
tado antes (estado de flexao pura) e depois da distorcao. Observa-se
que
tan β1 =∆u
∆y,
tan β2 =∆v
∆x.
• Para pequenos deslocamentos, tem-se β1 e β2 tambem pequenos.
Portanto, tan β1 ≈ β1 e tan β2 ≈ β2.
Fazendo ∆x → 0 e ∆y → 0, tem-se a distorcao no ponto A da viga.
110
Logo, a partir das expressoes anteriores
β1(x) = lim∆y→0
∆u
∆y=
du(x)
dy, (119)
β2(x) = lim∆x→0
∆v
∆x=
dv(x)
dx. (120)
• A distorcao total no plano xy, denotada por γ(x), e dada pela soma
de β1(x) e β2(x). Logo
γ(x) = β1(x) + β2(x) =du(x)
dy+
dv(x)
dx. (121)
• Substituindo a cinematica dada em (117) vem que
γ(x) = −θz(x) +dv(x)
dx= β(x). (122)
10 Caracterizacao dos Esforcos Internos
• O trabalho interno de deformacao da viga em flexao com cisal-
hamento e dado por
Ti =
∫
V
[σ(x)ε(x) + τ (x)γ(x)] dV.
• Substituindo as componentes de deformacao longitudinal (118) e de
cisalhamento (122) tem-se que
Ti =
∫
V
(
−σ(x)ydθz(x)
dx
)
dV
+
∫
V
[
−τ (x)
(
θz(x) − dv(x)
dx
)]
dV.
111
Decompondo as integrais de volume ao longo da area A da secao e
do comprimento L da viga vem que
Ti =
∫ L
0
[∫
A
−σ(x)ydA
]
dθz(x)
dxdx
+
∫ L
0
[∫
A
−τ (x)dA
](
θz(x) − dv(x)
dx
)
dx.
• Os termos entre colchetes representam, respectivamente, o momento
fletor Mz(x) na direcao do eixo z e a cortante Vy(x) na direcao de
y, ou seja,
Mz(x) = −∫
A
σ(x)ydA,
Vy(x) = −∫
A
τ (x)dA.
Esses esforcos estao ilustrados nas Figuras 78 e 79.
• Reescrevendo o trabalho interno
Ti =
∫ L
0
Mz(x)dθz(x)
dxdx −
∫ L
0
Vy(x)dv(x)
dxdx +
∫ L
0
Vy(x)θz(x)dx.
• Integrando por partes as duas primeiras integrais na expressao ante-
rior
Ti = −∫ L
0
dMz(x)
dxθz(x)dx + Mz(x)θz(x)|L0
+
∫ L
0
dVy(x)
dxv(x)dx − Vy(x)v(x)|L0 +
∫ L
0
Vy(x)θz(x)dx,
ou ainda
Ti =
∫ L
0
[−dMz(x)
dx+ Vy(x)
]
θz(x)dx +
∫ L
0
[
dVy(x)
dx
]
v(x)dx
+ [Mz(L)θz(L) − Mz(0)θz(0)] + [−Vy(L)v(L) + Vy(0)v(0)] .
112
(a) σ > 0. (b) σ < 0.
Figura 78: Momento fletor na secao transversal da viga.
(a) τ > 0. (b) τ < 0.
Figura 79: Forca cortante na secao transversal da viga.
113
• Supondo que as forcas e os comprimentos estejam expressos, respec-
tivamente, em Newtons (N) e metro (m), analise dimensional dos
termos[
−dMz(x)
dx+ Vy(x)
]
=Nm
m− N =
Nm
m− Nm
m=
Nm
m,
[
dVy(x)
dx
]
=N
m
indica que os representam um momento fletor distribuıdo e uma forca
cortante distirbuıda ao longo do comprimento da viga.
Esses esforcos estao ilustrados na Figura 80.
Figura 80: Esforcos internos no modelo de Timoshenko.
114
11 Caracterizacao dos Esforcos Externos e Equilıbrio
• Os esforcos externos compatıveis com a cinematica da viga de Tim-
oshenko estao ilustrados na Figura 81.
Figura 81: Esforcos externos - modelo de viga de Timoshenko.
• O trabalho externo compatıvel e dado por
Te =
∫ L
0
mz(x)θz(x)dx +
∫ L
0
q(x)v(x)dx
+ MLθz(L) + M0θz(0) + VLv(L) + V0v(0).
• No equilıbrio, emprega-se o PTV
Ti = Te.
• Substituindo as expressoes dos trabalhos interno e externo vem que
∫ L
0
[
dMz(x)dx − Vy(x) + mz(x)
]
θz(x)dx +∫ L
0
[
−dVy(x)
dx + q(x)]
v(x)dx
+ [−Mz(L) + ML] θz(L) + [Mz(0) + M0] θz(0)
+ [Vy(L) + VL] v(L) + [−Vy(0) + V0] v(0) = 0.
115
• PVC de equilıbrio para a viga
dMz(x)dx − Vy(x) + mz(x) = 0 x ∈ (0, L)
dVy(x)
dx − q(x) = 0 x ∈ (0, L)
Vy(0) = V0 x = 0
Vy(L) = −VL x = L
Mz(0) = −M0 x = 0
Mz(L) = ML x = L
. (123)
• Logo, na viga de Timoshenko, tem-se duas equacoes diferenciais, as
quais estao acopladas atraves da forca cortante Vy(x).
• Para se obter uma unica equacao diferencial de equilıbrio, basta
derivar a primeira equacao e substituir o resultado na segunda, ou
seja,
d2Mz(x)
dx2= q(x) − dmz(x)
dx. (124)
• Supondo que o momento distribuıdo mz(x) e nulo, obtem-se a mesma
equacao diferencial de equilıbrio em termos do momento fletor do
modelo de Euller-Bernoulli, isto e,
d2Mz(x)
dx2= q(x). (125)
• Alem disso, recupera-se a definicao da forca cortante, ou seja,
Vy(x) =dMz(x)
dx.
116
12 Aplicacao da Equacao Constitutiva
• Para um material elastico linear isotropico, a lei de Hooke e dada
por
σ(x) = E(x)ε(x), (126)
τ (x) = G(x)γ(x), (127)
sendo E(x) o modulo de elasticidade longitudinal e G(x) o modulo
de elasticidade transversal da secao.
• Substituindo as expressoes das componentes de deformacao (118) e
(122) nas relacoes anteriores, tem-se que
σ(x) = −E(x)ydθz(x)
dx, (128)
τ (x) = G(x)
[
dv(x)
dx− θz(x)
]
. (129)
• Por sua vez, substituindo (128) na expressao do momento fletor,
tem-se que
Mz(x) = E(x)dθz(x)
dx
∫
A
y2dA = E(x)Iz(x)dθz(x)
dx, (130)
sendo Iz(x) =∫
A y2dA o momento de inercia da secao transversal
em relacao ao eixo z do sistema de referencia.
• A partir da equacao anterior, obtem-se a seguinte relacao para a
derivada de θz(x)
dθz(x)
dx=
Mz(x)
E(x)Iz(x), (131)
117
a qual substituıda em (128) fornece a relacao (da tensao normal
σ(x) em funcao do momento fletor Mz(x) na secao x, ou seja,
σ(x) = −Mz(x)
Iz(x)y. (132)
• Logo, a tensao normal de flexao σ(x) varia linearmente na secao
transversal de uma viga para os modelos de viga de Bernouilli e
Timoshenko, como ilustrado na Figura 82.
Figura 82: Tesao normal axial - modelo de viga de Timoshenko.
• Analogamente, substituindo (129) na expressao da forca cortante
Vy(x) = −∫
A
G(x)
[
dv(x)
dx− θz(x)
]
dA
= −G(x)
[
dv(x)
dx− θz(x)
] ∫
A
dA
= −[
dv(x)
dx− θz(x)
]
G(x)A(x),
sendo A(x) a area da secao transversal em x.
A partir de (116), observa-se que −[
dv(x)dx − θz(x)
]
= β(x) e substi-
tuindo na expressao anterior vem que
Vy(x) = G(x)A(x)β(x). (133)
118
• A partir desta relacao, tem-se que
β(x) = −[
dv(x)
dx− θz(x)
]
=Vy(x)
G(x)A(x), (134)
a qual substituıda em (129) fornece a expressao para a tensao de
cisalhamento τ (x) em funcao da forca cortante Vy(x) na secao, ou
seja,
τ (x) = −Vy(x)
A(x). (135)
• Logo, no modelo de Timoshenko a tensao de cisalhamento τ (x) e
constante em cada secao e representa uma tensao media.
• Este comportamento esta ilustrado na Figura 83 e esta de acordo com
a hipotese de que a distorcao β(x) e constante na secao transversal.
• O sinal negativo indica que a forca cortante positiva esta orientada
para baixo, contraria ao eixo y, conforme ilustrado na Figura 83.
• Alem disso, a tensao de cisalhamento tem a mesma direcao da forca
cortante.
• Todos os problemas estudados ate este ponto sao tratados como mod-
elos unidimensionais. Assim, por exemplo, todos os esforcos internos
e externos ilustrados nas figuras 80 e 81, podem estar presentes ao
longo do eixo x da viga, o qual passa pelo centroide da secao.
• Como nas extremidades inferior e superior da secao transversal nao
ha forcas transversais externas presentes, tem-se que a forca cortante
Vy(x) e nula nessas extremidades.
• Consequentemente, a tensao de cisalhamento τ (x) tambem e zero.
• Desta maneira, a distribuicao constante de tensao de cisalhamento
dada no modelo de Timoshenko (ver equacao (135)) nao e a correta.
119
(a) Vy(x) > 0. (b) Vy(x) > 0.
(c) Vy(x) < 0. (d) Vy(x) < 0.
Figura 83: Comportamento constante da tensao de cisalhamento na viga de Timoshenko.
120
• Para isso, introduz-se um fator adimensional de correcao ou de cisal-
hamento Kc.
• De acordo com a definicao mais comumente aceita, Kc e dado pela
razao entre a deformacao de cisalhamento mediaVy(x)
A(x)G(x) dividida
pela deformacao real γ(x). Portanto
Kc = − Vy(x)
A(x)G(x)
1
γ(x). (136)
• Logo, empregando esta relacao em (133), tem-se que a forca cortante
e a tensao de cisalhamento passam a ser dadas, respectivamente, por
Vy(x) = KcG(x)A(x)β(x), (137)
τ (x) =Vy(x)
KcA(x). (138)
• Existem varias maneiras de se calcular Kc. Este fator sera calculado
para secoes retangulares e circulares.
• Pode-se agora substituir as expressoes (130) e (137) para o momento
fletor e a forca cortante nas equacoes diferenciais indicadas em (123),
obtendo as seguintes equacoes em termos da rotacao θz(x) e do deslo-
camento transversal v(x)
d
dx
(
E(x)Iz(x)dθz(x)
dx
)
−KcA(x)G(x)
(
dv(x)
dx− θz(x)
)
+mz(x) = 0,(139)
d
dx
[
KcG(x)A(x)
(
dv(x)
dx− θz(x)
)]
− q(x) = 0. (140)
• As expressoes anteriores constituem um sistema de equacoes diferen-
ciais acopladas, pois o termo KcG(x)A(x)(
dv(x)dx − θz(x)
)
aparece
em ambas equacoes.
121
• Supondo que o momento distribuıdo mz(x) seja nulo e os parametros
relativos as propriedades do material e da secao transversal sao con-
stantes (E(x) = E, Iz(x) = Iz, A(x) = A, G(x) = G), tem-se
que
EIzd2θz(x)
dx2− KcAG
(
dv(x)
dx− θz(x)
)
= 0, (141)
KcGA
(
d2v(x)
dx2− dθz(x)
dx
)
− q(x) = 0. (142)
• O sistema de equacoes diferenciais anterior pode ser reescrito como
duas equacoes independentes, respectivamente, nas variaveis v(x) e
θz(x). Para isso, deriva-se (141)
EIzd3θz(x)
dx3− KcAG
(
d2v(x)
dx2− dθz(x)
dx
)
= 0 →
KcAG
(
d2v(x)
dx2− dθz(x)
dx
)
= EIzd3θz(x)
dx3,
e substitui-se em (142), obtendo-se
EIzd3θz(x)
dx3− q(x) = 0. (143)
• O efeito deste procedimento e retirar o segundo termo da equacao
(141), o qual se refere ao cisalhamento na viga.
• Observa-se que se o cisalhamento for nulo, ou seja, β(x) = 0, tem-
se θz(x) = α(x) = dv(x)dx , a qual substituıda na expressao anterior
resulta na equacao diferencial de quarta ordem em termos de v(x)
dada para o modelo de flexao pura, ou seja,
EIzd4v(x)
dx4− q(x) = 0.
122
• A equacao em termos de v(x) e obtida diferenciando (142) duas vezes
KcGA
(
d4v(x)
dx4− d3θz(x)
dx3
)
− d2q(x)
dx2= 0,
• Introduzindo d3θz(x)dx3 = q(x)
EIzobtido a partir de (143), vem que
KcGAd4v(x)
dx4− KcGA
EIzq(x) − d2q(x)
dx2= 0.
• Multiplicando a equacao anterior pelo fator EIzKcGA, determina-se a
equacao final
EIzd4v(x)
dx4− EIz
KcGA
d2q(x)
dx2− q(x) = 0. (144)
13 Exemplo 1
• Considere a viga bi-apoiada com carregamento distribuıdo constante
ilustrada na Figura 84(a). Determinar as equacoes da rotacao θz(x) e
do deslocamento transversal v(x) atraves da integracao das equacoes
diferenciais (143) e (144).
(a) Sistema de coordenadas xy. (b) Viga deformada.
Figura 84: Viga com carregemento distribuıdo do Exemplo 1.
123
• Inicialmente, determina-se a rotacao θz(x) integrando-se a equacao
diferencial (143). Para isso, aplica-se o mesmo procedimento de
solucao anteriormente usado.
1. Equacao de carregamento: q(x) = −q.
2. Condicoes de contorno: como a viga esta bi-apoiada, os desloca-
mentos e os momentos nas extremidades sao nulos, ou seja,
v(x = 0) = v(x = L) = 0. (145)
Mz(x = 0) = Mz(x = L) = 0. (146)
3. Equacao diferencial
EIzd3θz(x)
dx3= q(x) = −q. (147)
4. Condicao auxiliar: a equacao diferencial (147) e de terceira ordem
em termos da rotacao θz(x).
5. As condicoes de contorno (145) em termos de deslocamento nao
sao uteis neste caso. Apenas as condicoes (146) sao empregadas
pois segundo (130) Mz(x) = EIzdθz(x)
dx .
6. Sendo (147) de terceira ordem, necessitam-se de tres equacoes
para determinar as constantes de integracao provenientes do pro-
cesso de integracao.
7. Como a viga esta bi-apoiada e o carregemento distribuıdo e con-
stante ao longo de seu comprimento, tem-se que a rotacao na
metade da viga e nula, conforme ilustrado na figura 84(b)Isto
fornece a condicao auxiliar
θz(x = L/2) = 0, (148)
8. Integracao da equacao diferencial
– Primeira integracao: EIzd2θz(x)
dx2 = −qx + C1
124
– Segunda integracao: Mz(x) = EIzdθz(x)
dx = −qx2
2 + C1x + C2
– Terceira Integracao: EIzθz(x) = −qx3
6 + C1x2
2 + C2x + C3
9. Determinacao das constantes de integracao: aplicando-se as condicoes
de contorno (146) e auxiliar (148), obtem-se as constantes C1, C2e
C3. Portanto
Mz(x = 0) = −q(0)2
2+ C1(0) + C2 = 0 → C2 = 0,
Mz(x = L) = −q(L)2
2+ C1(L) + C2 = 0 → C1 =
qL
2,
θz(x =L
2) =
1
EIz
[
−q
(
L2
)3
6+ C1
(
L2
)2
2+ (0)
(
L
2
)
+ C3
]
= 0.
→ C3 = −qL3
2410. Equacoes finais: substituindo as constantes C1, C2 e C3 nas ex-
pressoes do momento fletor e de rotacao, tem-se as seguintes
expressoes finais
Mz(x) = −qx2
2+ q
L
2x =
q
2(L − x)x,
θz(x) =q
EIz
[
−x3
6+ L
x2
4− L3
24
]
.
• Agora, determina-se o deslocamento transversal v(x) atraves da equacao
(144). Aplica-se o mesmo procedimento anterior.
1. Equacao de carregamento: q(x) = −q.
2. Condicoes de contorno : as condicoes de contorno sao as mesmas
indicadas em (145) e (146). No entanto, a partir de (130) e (146)
vem que
Mz(x = 0) = EIzdθz(x = 0)
dx= 0 → dθz(x = 0)
dx= 0,(149)
125
Mz(x = L) = EIzdθz(x = L)
dx= 0 → dθz(x = L)
dx= 0.(150)
De (142), tem-se a seguinte relacao
d2v(x)
dx2=
1
KcGA(−q) +
dθz(x)
dx.
Tomando a expressao anterior para x = 0 e x = L e empregando
(149) e (150) vem que
dθz(x = 0)
dx= 0 ⇒ dv2(x = 0)
dx2= − q
KcGA, (151)
dθz(x = L)
dx= 0 ⇒ dv2(x = L)
dx2= − q
KcGA. (152)
Portanto, as expressoes dadas em (145), (151) e (152) constituem
as 4 condicoes de contorno em termos de v(x) necessarias para a
solucao do problema.
3. Equacao diferencial: como o carregamento e constante na viga,
tem-se que
d2q(x)
dx2= 0.
Logo, a equacao diferencial (144) simplifica-se para
EIzd4v(x)
dx4= q(x) = −q. (153)
4. Integracao da equacao diferencial
– Primeira integracao: EIzd3v(x)dx3 = −qx + D1
– Segunda integracao: EIzd2v(x)dx2 = −qx2
2 + D1x + D2
– Terceira Integracao: EIzdv(x)dx = −qx3
6 + D1x2
2 + D2x + D3
– Quarta integracao: EIzv(x) = −qx4
24+D1x3
6 +D2x2
2 +D3x+D4
126
5. Determinacao das constantes de integracao Aplicando as condicoes
de contorno dadas em (145),(151) e (152), determinam-se as con-
stantes D1, D2, D3 e D4.
EIzd2v(x = 0)
dx2= −q
(0)2
2+ D1(0) + D2 = − q
KcAG→
D2 = − q
KcAG,
EIzd2v(x = L)
dx2= −q
(L)2
2+ D1(L) − q
KcAG= − q
KcAG→
D1 =qL
2,
EIzv(x = 0) = −q(0)4
24+ D1(0) + D2
(0)2
2+ D3(0)
+D4 = 0 → D4 = 0,
EIzv(x = L) = −q(L)4
24+
qL
2(L3
6) − q
KcAG
L2
2
+D3(L) + 0 = 0 → D3 = −qL3
24+
q
KcAG
L
2.
6. Equacao final : substituindo D1a D4 na equacao de deslocamento
v(x), tem-se que
v(x) =q
EIz
[
−x4
24+
Lx3
12− x2
2KcAG+
(
−L3
24+
L
2KcAG
)
x
]
,
7. Simplificando a expressao anterior vem que
v(x) = − q
EIz
(
x4
24− Lx3
12+
L3x
24
)
+q
2EIzKcAG
(
Lx − x2)
.(154)
2
127
14 Exemplo 2
• Resolver o exemplo anterior utilizando o sistema de coordenadas
xy′ ilustrado na Figura 85(a) para a especificacao das condicoes de
contorno.
Basicamente, transladou-se o eixo y da extremidade para a metade
da viga. Para determinar a rotacao θz(x), emprega-se o mesmo
procedimento anterior.
Neste caso, as condicoes de contorno (146), em termos do momento
fletor Mz(x), sao expressas da seguinte maneira no sistema de re-
ferencia xy′
Mz
(
x = −L2
)
= EIzdθz(x=−L
2 )dx = 0 → dθz(x=−L
2 )dx = 0,
Mz
(
x = L2
)
= EIzdθz(x=L
2 )dx = 0 → dθz(x=L
2 )dx = 0.
(155)
• A figura 85(b) ilustra a rotacao θz(x) para a viga considerada. Observa-
se que θz(x) e uma funcao antisimetrica em relacao ao eixo y′. Isto
implica que
θz(x) = −θz(−x) (156)
• Utilizando esta relacao na expessao para a rotacao θz(x) obtida no
exemplo anterior, ou seja
EIzθz(x) = −qx3
6+ C1
x2
2+ C2x + C3,
vem que
θz(x) =1
EIz
[
−qx3
6+ C1
x2
2+ C3
]
= −θz(−x) = − 1
EIz
[
qx3
6+ C1
x2
2+ C3
]
.
128
(a) Sistema de coordenadas xy’.
(b) Rotacao.
(c) Viga deformada.
Figura 85: Viga com carregamento distribuıdo do Exemplo 2.
129
Logo
C1x2 + 2C3 = 0.
• Como C1 e C3 sao constantes, a unica condicao para que expressao
anterior seja valida para qualquer x e que C1 = C3 = 0. Tomando
agora a expressao do momento fletor
Mz(x) = EIzdθz(x)
dx= −q
x2
2+ C1x + C2,
• Lembrando que C1 = 0 e aplicando a segunda condicao de contorno
dada em (155) vem que
Mz(x =L
2) = −q
(L2 )2
2+ C2 = 0 → C2 =
qL2
8.
• Substituindo as constantes C1, C2 e C3 nas expressoes do momento
fletor e da rotacao, tem-se as seguintes expressoes finais
Mz(x) = −q
2
(
x2 − L2
4
)
, (157)
θz(x) = − q
2EIz
(
x3
3− L2x
4
)
. (158)
• No que se refere ao deslocamento transversal v(x), procede-se de
forma analoga ao exemplo anterior e integra-se a equacao diferencial
(153), obtendo-se
EIzv(x) = −qx4
24+ D1
x3
6+ D2
x2
2+ D3x + D4. (159)
• A partir da Figura 85(a), observa-se que o deslocamento v(x) e
simetrico em relacao ao eixo y, ou seja,
v(x) = v(−x). (160)
130
• Substituindo (159) em (160), obtem-se, de forma analoga ao caso
da rotacao, que D1 = D3 = 0. Para determinar D2, emprega-se a
condicao (151) na expressao
EIzd2v(x)
dx2= −q
x2
2+ D1x + D2.
• Lembrando que D1 = 0 e de (151) vem que
EIzd2v(x = −L/2)
dx2= −q
(L/2)2
2+ D2 = − q
KcAG⇒
D2 =qL2
8− q
KcAG.
• Da condicao de contorno v(x = L/2) = 0, obtem-se D4, isto e,
D4 =qL2
8KcAG− 5qL4
384.
• Substituindo as constantes D2 e D4 na expressao de v(x) vem que
v(x) = − q
EIz
(
x4
24− L2x2
16+
5L4
384
)
+q
2EIzKcAG
(
L2
4− x2
)
.(161)
• O primeiro termo da expressao anterior representa a flexao da viga,
enquanto o efeito do cisalhamento esta dado pelo segundo termo.
• Como a constante que multiplica o primeiro termo e proporcional a
L4 e o segundo a L2, verifica-se que quanto maior o comprimento da
viga, menor o efeito do cisalhamento.
• Assim, quanto menor o comprimento da viga, mais importante o
efeito do cisalhamento, como mencionado anteriormente.
2
131
15 Distribuicao da Tensao de Cisalhamento
• Conforme ilustrado na figura 86, as hipoteses cinematicas assumidas
para a viga de Timoshenko induzem uma distribuicao constante da
tensao de cisalhamento nas secoes transversais da viga.
• No entanto, esta distribuicao constante nao esta de acordo com o
empenamento observado nas secoes, como ilustrado na Figura 87.
(a) Vy(x) > 0. (b) Vy(x) > 0.
(c) Vy(x) < 0. (d) Vy(x) < 0.
Figura 86: Comportamento constante da tensao de cisalhamento na viga deTimoshenko.
• Procurando minimizar este problema, introduziu-se o fator de cisal-
hamento Kc
Kc = − Vy(x)
A(x)G(x)
1
γ(x). (162)
• O calculo do Kc depende da deformacao de cisalhamento real na
secao, a qual por sua vez depende do empenamento.
132
Figura 87: Empenamento de secao na viga de Timoshenko.
• Pretende-se assumir uma certa forma de variacao da tensao de cisal-
hamento na secao, de tal maneira a se ter uma distribuicao de tensao
mais proxima do real, quando comparada com a tensao constante
dada pelo modelo de Timoshenko.
• Consideram-se a seguir os casos de secoes transversais retangular,
circular e perfis I.
15.1 Secao retangular
• A figura 89 ilustra a distribuicao constante da tensao de cisalhamento
numa de secao retangular de base b e altura a.
Como a distribuicao constante nao e exata, assume-se que a tensao
de cisalhamento varia de forma linear com a coordenada y, ou seja,
Figura 88: Distribuicao constante da tensao cisalhante.
133
τ (y) = c1y + c2. (163)
• Os coeficientes c1 e c2 sao determinados sabendo-se que a tensao de
cisalhamento e nula nas extremidades da secao. Logo
{
τ (y = −a/2) = −c1
(
a2
)
+ c2 = 0
τ (y = a/2) = c1
(
a2
)
+ c2 = 0. (164)
• Resolvendo-se o sistema de equacoes anterior, obtem-se c1 = c2 = 0
e portanto τ (y) = 0. Como a tensao de cisalhamento nao e nec-
essariamente nula na secao, a distribuicao linear tambem nao esta
correta.
• Assume-se, entao, uma variacao quadratica, isto e,
τ (y) = −c1y2 + c2y + c3. (165)
• Toma-se o coeficiente c1 negativo, pois a parabola tem uma concavi-
dade para baixo como ilustrado na Figura 89(b).
(a) distribuicao constante. (b) distribuicao parabolica.
Figura 89: Distribuicao da tensao de cisalhamento na secaoretangular.
• Para determinar as costantes c1, c2 e c3, necessitam-se 3 condicoes.
134
• As duas primeiras sao as mesmas anteriores, ou seja, a tensao de
cisalhamento e nula nas extremidades da secao. Portanto,
{
τ (y = −a/2) = −c1
(
a2
)2 − c2
(
a2
)
+ c3 = 0
τ (y = a/2) = −c1
(
a2
)2+ c2
(
a2
)
+ c3 = 0. (166)
• Somando as duas expressoes anteriores vem que
−2c1
(a
2
)2
+ 2c3 = 0,
• A partir daı, tem-se uma relacao entre c1 e c3
c3 = c1
(a
2
)2
. (167)
• A terceira condicao necessaria e obtida da simetria da secao em
relacao ao eixo z do sistema de referencia. Como a tensao e nula
nas duas extremidades e varia como uma parabola, tem-se um ponto
de maximo ou mınimo no centro da secao, neste caso em y = 0.
• Esta condicao implica que a derivada primeira de τxy(y), ou seja,
dτ (y)
dy= −2c1y + c2
e nula para y = 0. Logo
dτ (0)
dy= −2c1(0) + c2 = 0 → c2 = 0. (168)
• Substituindo (167) e (168) em (165) tem-se que
τ (y) = c1
[
(a
2
)2
− y2
]
. (169)
135
• A constante c1 e indeterminada, pois o valor da tensao de cisal-
hamento maxima e ainda desconhecida. Para resolver esta inde-
terminacao, sabe-se que a forca cortante Vy(x) e obtida atraves da
solucao do PVC (123).
• Assim a equacao (169) e substituida em Vy(x). Logo,
Vy(x) = −∫
A
τ (y)dA = −c1
∫
A
[
(a
2
)2
− y2
]
dA
= −c1
[
(a
2
)2∫
A
dA −∫
A
y2dA
]
.
• A primeira integral da expressao anterior representa a area A(x)
da secao x, enquanto a segunda, e o momento de inercia Iz(x) em
relacao ao eixo z do sistema de referencia.
Portanto, c1 e dada por
c1 = − Vy(x)(
a2
)2A(x) − Iz(x)
. (170)
• Substituindo (170) em (169), obtem-se a tensao de cisalhamento
τ (x, y) na secao x variando de forma quadratica com a coordenada
y, ou seja,
τ (x, y) = − Vy(x)(
a2
)2A(x) − Iz(x)
[
(a
2
)2
− y2
]
. (171)
• A Figura 91 ilustra a variacao parabolica da tensao de cisalhamento
na secao. A tensao e nula nas extremidades e assume um valor
maximo no centro.
• Observa-se ainda que a tensao de cisalhamento τ (x, y) tem a mesma
direcao da forca cortante Vy(x).
136
(a) distribuicao constante. (b) distribuicao parabolica.
Figura 90: Distribuicao da tensao de cisalhamento na secaoretangular.
Figura 91: Tensao parabolica na secao retangular.
137
• Considere o denominador na equacao (171). Lembrando que para
uma secao retangular A(x) = ab e Iz(x) = ba3/12, obtem-se
(a
2
)2
A(x)−Iz(x) =(a
2
)2
ab−ba3
12=
ba3
4−ba3
12= 2Iz(x).(172)
• Logo, usando a relacao anterior em (171), vem que
τ (x, y) = − Vy(x)
2Iz(x)
[
(a
2
)2
− y2
]
. (173)
• A tensao de cisalhamento maxima τmax na secao x e obtida para
y = 0. Logo
τmax(x, y) = − Vy(x)
2Iz(x)
a2
4= −Vy(x)
2ba3
12
a2
4= −12
8
Vy(x)
A(x),
ou seja,
τmax(x, y) =3
2
Vy(x)
A(x). (174)
• Portanto, a tensao de cisalhamento maxima numa secao retangular
e 50% maior que a tensao mediaVy(x)
A(x) obtida pelo modelo de Timo-
shenko.
• Considere agora a area hachurada na secao retangular mostrada
na figura 92(a). Deseja-se calcular o momento estatico Msz(x) da
area hachurada em relacao ao eixo z do sistema de referencia. Pela
definicao, tem-se que
Msz(x) =
∫
A
ydA. (175)
138
(a) Elemento de area dA = bdy. (b) Distancia y.
Figura 92: Momento estatico na secao retangular.
• Tomando-se dA = bdy, como ilustrado na Figura 92(a), o momento
estatico passa a ser dado por
Msz(x) =
∫ h2
y
bydy = b
∫ h2
y
ydy = by2
2
∣
∣
∣
∣
h2
y
=b
2
[
(
h
2
)2
− y2
]
.(176)
• Uma outra forma de se calcular Msz(x) e obtida a partir da Figura
92, ou seja,
Msz(x) = Ay, (177)
sendo A = b(h2 − y) a area considerada e y = y + 1
2
[
h2 − y
]
=12
[
h2 + y
]
a distancia do centroide da area hachurada ao centroide da
secao retangular. Portanto,
Msz(x) = b
(
h
2− y
)
1
2
(
h
2+ y
)
=b
2
[
(
h
2
)2
− y2
]
. (178)
• Como era esperado as expressoes (176) e (178) sao iguais e repre-
sentam o momento estatico de uma area que dista y do centroide
da secao retangular, a qual por sua vez esta a uma distancia x da
origem do sistema de referencia adotado.
139
• Assim, a partir de (176) ou (178) vem que
[
(
h
2
)2
− y2
]
=2Msz(x)
b.
• Substituindo a expressao anterior em (173) tem-se que
τ (x, y) = −Vy(x)Msz(x, y)
bIz(x). (179)
• Esta e a expressao comumente obtida de forma indireta a partir da
flexao pura da viga nos textos tradicionais de resistencia dos mate-
riais.
• O fluxo de cisalhamento qc(x, y) na secao x de uma area distando y
do centroide da secao e dado por (figura 93)
Figura 93: Fluxo de cisalhamento.
qc(x, y) = −Vy(x)Ms(x, y)
Iz(x). (180)
140
• Supondo que as forcas sao dadas em N e os comprimentos em m, o
fluxo de cisalhamento possui as seguintes unidades
[qc(x, y)] =Nm3
m4=
N
m.
• Logo, qc(x, y) representa a quantidade de forca na direcao y por
unidade de comprimento que a secao pode transmitir.
• Substituindo (180) em (179), reescreve-se a tensao de cisalhamento
como
τ (x, y) =qc(x, y)
b. (181)
• O coeficiente de cisalhamento foi definido na expressao (136) como
a relacao entre a deformacao media γ(x) = τ (x)/G(x) ou ainda
γ(x) = −Vy(x)/A(x)G(x) e a deformacao real no centroide.
• No caso da secao retangular, a tensao no centroide e maxima. A par-
tir de (174) e da Lei de Hooke, tem-se a deformacao correspondente
γ(x) =τ (x)
G(x)= −3
2
Vy(x)
A(x)G(x). (182)
• Para obter Kc basta efetuar a divisao
Kc =− Vy(x)
A(x)G(x)
−32
Vy(x)
A(x)G(x)
=2
3. (183)
15.2 Secao circular
• Observa-se que em (165), ao assumir uma variacao quadratica com
y para a tensao de cisalhamento numa secao retangular, implici-
tamente assumiu-se que a tensao esta distribuıda verticalmente na
secao transversal e e paralela a forca cortante.
141
• Esta hipotese nao e valida para a secao circular.
• Neste caso, de forma analoga ao problema de torcao, a tensao de
cisalhamento em cada ponto do contorno possui a direcao tangente,
como ilustrado na Figura 94(a) para os pontos A e A′.
(a) Tensao tangente. (b) Momento estatico.
Figura 94: Tensao de cisalhamento numa secao circular.
• Devido a simetria da secao, a tensao no ponto medio P da corda
AA′ tem a mesma direcao vertical da forca cortante.
• Logo, as direcoes das tensoes de cisalhamento nos pontos A e P
interceptam-se num ponto P ′ ao longo do eixo y, como ilustrado na
Figura 94(a).
• Assume-se, entao, que a direcao da tensao de cisalhamento em qual-
quer outro ponto Q da linha AA′ tambem seja dirigida para o ponto
P ′.• Desta maneira, e possıvel determinar a direcao da tensao de cisal-
hamento em qualquer ponto na corda AA′ e por consequencia em
qualquer ponto da secao.
142
• A outra hipotese e admitir que as componentes verticais das tensoes
de cisalhamento sejam iguais em todos os pontos da linha AA′.• Esta foi a mesma hipotese utilizada para secoes retangulares quando
se assumiu uma variacao quadratica de τ (y) em (165). Isto permite
empregar a equacao (184) para calcular a componente vertical τ da
tensao de cisalhamento.
τ (x, y) = −Vy(x)Msz(x, y)
bIz(x). (184)
• Neste caso, a base b em (184) e tomada como o comprimento da
corda AA′ dada segundo a Figura 94(b) como
b = AA′ = 2√
R2 − y2, (185)
sendo R o raio da secao circular.
• Deve-se calcular o momento estatico em relacao ao eixo z da area
acima da linha AA′, ilustrada na Figura 94(b), a qual dista y do
eixo z. Para isso, considere o elemento de area dA dado por
dA = 2√
R2 − y2dy.
• Logo, empregando a definicao do momento estatico vem que
Msz(x, y) =
∫
A
ydA = 2
∫ R
y
y√
R2 − y2dy.
• Efetuando a integracao anterior, determina-se
Msz(x, y) =2
3
(
R2 − y2)
32 . (186)
143
• Substituindo (185) e (186) em (179) vem que
τ (x, y) = −Vy(x)
Iz(x)
23
(
R2 − y2)3
2
2√
R2 − y2,
ou seja,
τ (x, y) = −Vy(x)(
R2 − y2)
3Iz(x). (187)
• Para determinar a tensao de cisalhamento tangencial τt nos pontos
A e A′, considere o elemento de area dA no contorno da secao.
(a) Elemento de area.
Figura 95: Tensao de cisalhamento numa secao circular.
• As forcas resultantes nas direcoes y e tangente no elemento de area
dA sao, respectivamente, τdA e τtdA. A partir da Figura 95,
observa-se que
(τtdA) cos β = τdA,
144
sendo cos β =
√R2−y2
R . Portanto
τt =R
√
R2 − y2τ. (188)
• Substituindo (187) na expressao anterior, vem que
τt(x, y) = − Vy(x)
3Iz(x)R√
R2 − y2. (189)
• Observa-se que a tensao de cisalhamento maxima na secao x ocorre
nos pontos da secao situados ao longo do eixo z, o qual passa pelo
centro de gravidade da secao. Logo
τmaxt (x) = τt(x, y = 0) = − Vy(x)
3Iz(x)R2. (190)
• Substituindo o momento de inercia Iz(x) = πR4
4 tem-se que
τmaxt (x) = −Vy(x)
R2
3πR4
4
= −4
3
Vy(x)
πR2. (191)
• Lembrando que a area da secao circular e A(x) = πR2, obtem-se a
seguinte expressao final para τmaxt
τmaxt (x) = −4
3
Vy(x)
A(x). (192)
• Desta maneira, a tensao de cisalhamento maxima na secao circu-
lar e cerca de 33% maior que a tensao mediaVy(x)
A(x) determinada na
formulacao da viga de Timoshenko.
145
• Observa-se que a maxima tensao de cisalhamento exata, obtida con-
siderando-se o empenamento real da secao, e dada por
τmaxt (x) = −1, 38
Vy(x)
A(x). (193)
• Assim, o erro na expressao (192) e cerca de 4%, o que pode ser
considerado bastante razoavel sob o ponto de vista de engenharia.
• De forma analoga ao efetuado para secao retangular, o coeficiente de
cisalhamento a obtido a partir de (192) sendo igual a
Kc =3
4. (194)
15.3 Perfil I
• O perfil I ilustrado na Figura 96 faz parte de um conjunto de secoes
transversais padronizadas utilizadas frequentemente em estruturas
em geral.
• O dimensionamento de vigas construıdas com perfis laminados sera
discutido na Secao de Perfis Padronizados.
• Nesta secao, apresenta-se como determinar a distribuicao da tensao
de cisalhamento em perfis I. Estes perfis podem ser considerados
como 3 retangulos, desprezando-se os raios internos.
• Os dois retangulos horizontais sao denominados mesas enquanto o
retangulo vertical e a alma.
• Para determinar a distribuicao da tensao de cisalhamento em perfis
I, considera-se que as tensoes sao paralelas a forca cortante e uni-
formemente distribuıdas na espessura da alma, de forma analoga a
secao retangular.
146
Figura 96: Perfil I.
• Como se tem duas transicoes de espessura entre as mesas e a alma,
consideram-se os 3 cortes na secao, ilustrados na Figura 97, para o
calculo do momento estatico.
(a) h1
2≤ y ≤ h
2. (b) −h1
2≤ y ≤ h
2. (c) −h
2≤ y ≤ −h1
2.
Figura 97: Cortes no perfil I.
• Tomando-se a area indicada na Figura 97(a), o momento estatico e
dado de forma analoga a (176), ou seja,
Msz(x, y) =∫ h
y ydA = b2
[
(
h2
)2 − y2]
, h12 ≤ y ≤ h
2 . (195)
• Substituindo a expressao anterior em (179) vem que
τ (x, y) = − Vy(x)
2Iz(x)
[
(
h
2
)2
− y2
]
. (196)
147
• Calculando a tensao para y = h12 e y = h
2 , obtem-se
{
τmax(
x, y = h12
)
=Vy(x)
8Iz(x)
[
h2 − h21
]
τmin(
x, y = h2
)
= 0. (197)
• O momento estatico da area indicada na Figura 97(b) e dado por
Msz(x, y) =∫ h
2y ydA = b1
∫h12
y ydy + b∫
h2
h12
ydy −h12 ≤ y ≤ h
2 . ,
Separou-se a expressao anterior em duas integrais devido a mudanca
de espessura em b1 na alma para b na mesa. Efetuando as integracoes
indicadas, obtem-se
Msz(x, y) =b1
2
[
(
h1
2
)2
− y2
]
+b
2
[
(
h
2
)2
−(
h1
2
)2]
. (198)
• Logo, a tensao de cisalhamento e dada por
τ(x, y) =Vy(x)
2b1Iz(x)
{
b1
[
(
h1
2
)2
− y2
]
+ b
[
(
h
2
)2
−(
h1
2
)2]}
. (199)
• Para y = 0 e y = ±h12 , tem-se, respectivemente, as tensoes maxima
e mınima na alma, ou seja,
τmax = τ (x, y = 0) =Vy(x)
8b1Iz(x)
[
bh2 − h21(b − b1)
]
τmin = τ(
x, y = ±h12
)
=Vy(x)
8b1Iz(x)
[
bh2 − bh21
] (200)
• Observe a diferenca da tensao de cisalhamento para y = h12 calculada
em (197) e (200).
148
• Isto indica uma descontinuidade da tensao na interface da mesa e
da alma. A ultima area e obtida com um corte na mesa inferior do
perfil como mostrado na Figura 97(c). O momento estatico e dado
neste campo por
Msz(x, y) =
∫ h2
y
ydA.
• Ao inves de se calcular o momento estatico da area acima do corte,
pode-se considerar a area abaixo devido a seguinte relacao entre os
momentos estaticos
Msz(x, y) =
∫ h2
y
ydA =
∫ −h2
y
ydA.
• Logo
Msz(x, y) =∫ −h
2y ydA = b
2
[
(
h12
)2
− y2
]
−h2 ≤ y ≤ −h1
2 .(201)
• Calculando-se os momentos estaticos para y = −h2 e y = h
2 , tem-se
as mesmas expressoes indicadas em (197).
• A Figura 98 ilustra a distribuicao da tensao de cisalhamento num
perfil I. Observa-se a descontinuidade da tensao nos pontos com mu-
danca de espessura entre a alma e as mesas.
• De forma analoga as secoes circular e rertangular, a tensao de cisal-
hamento maxima em perfis I ocorre no centroide da secao e esta dada
na equacao (200).
• No entanto, obtem-se uma boa aproximacao para a tensao de cisal-
hamento maxima dividindo-se a forca cortante pela area da alma
apenas.
149
Figura 98: Distribuicao de tensao no perfil I.
• Isto se deve ao fato que as tensoes de cisalhamento na alma integradas
nas suas areas fornecem uma forca Va(x) que e praticamente igual a
cortante Vy(x).
• Para mostrar isto, considere as expressoes (197) e (199) na area daalma, ou seja,
Va(x) = −∫
A
τ(x)dA = −b1
∫ h/2
−h/2
τ(x)dy
= − Vy(x)
2Iz(x)
∫ h/2
−h/2
{
b1
[
(
h1
2
)2
− y2
]
+ b
[
(
h
2
)2
−(
h1
2
)2]}
dy.
• Integrando a expressao anterior obtem-se
Va(x) = − Vy(x)
6Iz(x)
[
b(h − h1)
2
(h − h1)
2
h1
2+
b1h31
12
]
. (202)
• O momento de inercia Iz(x) da secao e dado pela somados momen-
tos de inercia da alma [Iz(x)]a e das mesas [Iz(x)]m em relacao ao
centroide da secao, isto e,
Iz(x) = [Iz(x)]z + 2 [Iz(x)]m . (203)
150
• Por sua vez,
[Iz(x)]a =b1h
31
12,
[Iz(x)]m =b(h − h1)
3
12+
b(h − h1)
2
(h + h1)2
4.
• Observa-se que se utilizou o teorema dos eixos paralelos para o calculo
de [Iz(x)]m. Logo
Iz(x) =b1h
31
12+ 2
[
b(h − h1)3
12+
b(h − h1)
2
(h + h1)2
4
]
. (204)
• Quando a espessura das mesas e pequena, ou seja, h1 se aproxima
de h, a expressao anterior simplifica-se para o momento de inercia
Iz(x) =b1h
31
12 da alma.
• O mesmo acontece para o termo entre colchetes na expressao (202).
Assim, para espessuras de mesa pequenas, a alma absorve toda forca
cortante, pois a forca Va(x) dada em (202) se aproxima da cortante
Vy(x).
15.4 Perfis Padronizados
• Visando a reducao de custos na construcao de estruturas mecanicas
constituıdas de vigas, definiram-se alguns tipos padronizados de secoes
transversais.
• A Figura 99 ilustra alguns perfis padronizados tais como I e U. As
propriedades destes perfis (tais como dimensoes, area, momentos de
inercia, modulo de resistencia, etc) encontram-se tabeladas e sao
utilizadas para a selecao de um perfil apropriado apos o dimension-
amento da viga.
151
• Estes perfis podem ser colocados na posicao vertical (Figuras 99(a)
e 99(b)) e horizontal (Figuras 99(c) e 99(d)).
• Alem disso, pode-se soldar ou rebitar varios perfıs para construir
a secao da viga, tal como ilustrado na Figura 99(e) para um perfil
duplo U.
(a) Perfil I navertical.
(b) Perfil Una vertical.
(c) Perfil I nahorizontal.
(d) Perfil U na hori-zontal.
(e) Perfil duplo U navertical.
Figura 99: Perfis laminados.
• O procedimento para o dimensionamento de vigas a flexao pura em-
pregando perfis e analogo aquele apresentado para a viga do modelo
de Euler, ou seja
1. Determinar a secao mais solicitada da viga atraves da solucao do
PVC (123). Esta secao e aquela onde o momento fletor absoluto e
maximo. Caso se tenha mais de uma secao com o mesmo momento
fletor maximo, utiliza-se como criterio de desempate a secao com a
maior forca cortante. O momento fletor maximo e denotado como
Mmaxz .
152
2. Calcula-se o modulo de resistencia a flexao Wz atraves da expressao
para a maxima tensao normal σmaxx , ou seja,
σmax =Mmax
z
Wz(205)
• No dimensionamento a flexao pura, impoe-se que σmaxx seja igual
a tensao normal admissıvel σdo material. A partir desta condicao
e da relacao anterior,chega-se a seguinte expressao para Wz
Wz =Mmax
z
σ.
3. Sendo np o numero de perfis, tem-se que o modulo de resistencia a
flexao W pz de cada perfil e dado por
W pz =
Wz
np.
• Por exemplo, para as Figuras 99(a) e 99(e),tem-se np = 1 e
np = 2, respectivamente.
4. Sabendo-se o modulo de resistencia mınimo de cada perfil para que a
viga permaneca na fase elastica, seleciona-se na tabela aquele perfil
cujo modulo de resistencia e maior ou igual a W pz . Observa-se que
se o perfil estiver na vertical, deve-se utilizar a coluna da tabela
correspondente x−x. Caso o perfil esteja na horizontal, emprega-se
a coluna referente ao eixo y − y (ver Figura 99).
5. Indica-se o perfil selecionado fornecendo o numero de perfis, o tipo,
a altura e o peso especıfico. Por exemplo, 2U6”, 35,7Kgf/m, indica
que foram selecionados 2 perfis U de 6” de altura e peso especıfico
de 35,7Kgf/m.
153
6. Deve-se verificar se a viga permanece na fase elastica considerando-
se o seu peso proprio dado pelo seu peso especıfico como uma carga
distribuıda constante.
• Calcula-se a nova tensao maxima atraves de (205), lembrando-se
que Mmaxz e obtido agora incluindo o peso proprio no carrega-
mento original da viga.
• Se σmax assim calculado for inferior a σ, a viga permanece na fase
elastica. Caso contrario, deve-se redimensionar a viga, aplicando
o procedimento anterior. Em geral, este processo e iterativo ate
selecionar um perfil adequado.
15.5 Exercıcios resolvidos
Exercıcio 15.5.1 Uma viga foi construıda a partir de duas chapas
de dimensao H × t e de dois perfis U, como mostrado na Figura
100a). A juncao das pecas e feita com rebites de diametro d =
10, 0mm. Os rebites estao colocados exatamente na linha que cruza
o centro geometrico y1 do perfil U. Esta secao e utilizada na viga
mostrada na Figura 100b), a qual esta engastada numa extremidade
e sujeita a uma forca concentrada F = 120kN na outra extremidade.
Sabe-se que o material dos rebites suporta uma tensao maxima de
cisalhamento τmax = 35N/mm2. Sob estas condicoes, pede-se qual
o espacamento homogeneo Ld entre os rebites, como mostrado na
Figura 100b). Dados: H = 400mm; t = 15mm. Dados geometricos
do perfil U: distancia da base ate o centro geometrico da secao y1 =
14, 5mm; area da secao transversal do perfil A = 35, 4cm2; momento
de inercia em relacao ao eixo que passa pelo furo dos rebites Izz =
83, 24cm4. Desprezar a retirada de material causada pelo furo do
rebite.
154
Figura 100: Questao 2: a) secao transversal; b) viga.
Forca de cisalhamento que o rebite pode suportar (Fd) :
Ad =πd2
4=
π
4(1, 0cm) = 0, 7854cm2
Fd = τmax.Ad = 35N
mm2
(
10mm
1cm
)2
0, 7854cm2 = 2748, 9N
Calculo do momento de inercia total (Izz) da secao
Figura 101: a) secao transversal; b) momento estatico.
A Figura 101a) ilustra a secao transversal da viga com as di-
mensoes necessarias para o calculo do momento de inercia da secao.
Observa-se que,
Izz = 2 × IzzC+
[
Izzu + Au
(
H
2− y1
)2]
× 2
onde IzzC= tH3/12 e o momento de inercia das chapas; Izzu e Au
representam, respectivamente, o momento de inercia e a area dasecao obtidos de uma tabela de perfis U. Logo,
Izzτ = 2(1, 5cm) (40cm)3
12+ 2
[
83, 24cm4 +(
35, 4cm2)
(20cm − 1, 45cm)2]
155
Izz = 2(
8000cm4)
+ 2[
83, 24cm4 + (35, 4) (18, 55)2]
Izz = 16000cm4 + 2 [83, 24 + 12181, 23] cm4 = 40528, 94cm4
Fluxo de cisalhamento (forca por unidade de comprimento) atuando
em um perfil U:
qc = −Vy
IzzQz(y)
onde Vy = F = 120KN = 120000N .
Calculo do momento estatico de area
Aqui testa-se o desbalanceamento de forca normal atuando em
uma seccaodo perfil U, como ilustrado na Figura 101b). Portanto,
Qz =
∫
A(y)
ξdA(ξ) =
∫
Au
ξdAu =
(
H
2− y1
)
Au
Qz =
(
H
2− y1
)
Au = (20 − 1, 45)(
35, 4cm2)
= Qz = 656, 67cm3
Fluxo de cizalhamento, em todo o perfil U
qc = − F
Izz.Qz (y) = − 120000N
40528, 94cm4656, 67cm3 = 1944, 3
N
cm
Metade deste fluxo deve ser suportado pelos rebites fixos em cada
lado. Fazendo o balanco de forcas:
Fd =qc
2LD → LD =
2FD
qc=
2 × 2748, 9N
1944, 3 Ncm
→ LD = 2, 828cm
2
156
16 DISTRIBUIC AO DA TENSAO DE CISALHAMENTO
EM FLANGES DE VIGAS
• Como ja visto anteriormente, as tensoes de cisalhamento variam de
maneira parabolica nas secoes transversais retangular e circular.
• Em uma secao I se fizermos um corte longitudinal vertical A − A,
como mostrado na Figura 102, existem tensoes de cisalhamento neste
plano devido a flexao da viga.
(a) Corte A − A.
(b) Vista tridimensional.
Figura 102: Viga de secao I com corte vertical A − A.
157
• As tensoes de cisalhamento tem a direcao mostrada na Figura, ou
seja, na direcao longitudinal da viga.
• Lembre-se que a tensao normal de flexao σ na direcao longitudinal x
quando integrada ao longo da area da secao transversal fornece uma
forca axial
F =
∫
A
σdA e σ = −Mz
Izy.
• Suponha que o momento fletor aumenta ao longo da direcao longi-
tudinal da viga.
• A secao a direita do elemento diferencial ilustrado na Figura possui
um maior momento fletor e consequentemente uma forca longitudinal
resultante maior.
• Para compensar a diferenca entre as forcas axiais, a tensao de cisal-
hamento gera uma forca de cisalhamento resultante no mesmo sen-
tido da forca menor, conforme mostra a Figura 103.
Figura 103: Sentido da tensao de cisalhamento.
• Se o corte A−A esta na aresta da secao, a tensao de cisalhamento e
zero. Se a espessura do flange e constante e o corte A−A aproxima-se
da alma, a area aumenta linearmente de zero ate um valor maximo.
158
• Como y e constante, o momento estatico tambem aumenta linear-
mente
Msz = bty.
• Da mesma forma, como Iz e Vy sao constantes na secao, o fluxo de
cisalhamento
q(x) = −Vy(x)Msz(x)
Iz(x)
tambem aumenta linearmente e atinge o valor maximo sobre a alma.
• A tensao de cisalhamento
τ =q
t
tambem varia linearmente no flange caso a espessura permaneca con-
stante. O valor maximo tambem ocorre sobre a alma.
• A mesma variacao de q e τ aplica-se a ambos os lados do eixo de sime-
tria vertical. No entanto, essas grandezas possuem direcoes opostas
nos dois lados da secao separados pelo eixo de simetria.
• Integrando-se a tensao de cisalhamento sobre a area onde ela age,
tem-se uma forca resultante.
• A magnitude da maxima forca horizontal F desenvolvida no metade
do flange e
F =1
2τmaxA =
τmax
2
bt
2,
ou ainda,
F =qmax
2
b
2.
159
• As tensoes de cisalhamento e as forcas estao representadas na Figura
104.
• Como as forcas F ocorrem aos pares nos flanges, e devido a simetria
da secao I, elas se anulam e nao apresentam efeito externo aparente.
(a) Distribuicao da tensao no flange. (b) Forcas resultantes no flange.
Figura 104: Tensoes e forcas cisalhantes em uma viga I.
17 CENTRO DE CISALHAMENTO
• Em perfis que nao tem simetria vertical, a formula para o calculo da
tensao normal
σ = −Mz
Izy
nao pode ser aplicada. No entanto, assume-se aqui a validade da
expressao anterior.
• Em um perfil U com flanges finos, por exemlo, a tensao de cisal-
hamento varia linearmente em seus flanges (abas ou mesas) e paraboli-
camente em sua alma como mostra a Figura 105.
• Para uma secao nao-simetrica, um carregamento que provoca a flexao,
podera provocar tambem uma torcao da seccao como ilustrado na
Figura 105 para um perfil U ou em canal.
160
(a) Perfil U com corte A-A. (b) Tensao em um perfil U.
Figura 105: Tensao de cisalhamento em um perfil U.
(a)
Figura 106: Forcas em um perfil U.
161
• A integral das tensao de cisalhamento na alma fornece a forca V
V =
∫ h/2
−h/2
τtdy.
• Como ja visto, a forca horizontal resultante em um flange e dada por
F =1
2τA =
(
1
2τ
)
bt.
• Como pode se observar na Figura 106, as forcas F nos flanges formam
um binario Fh, o qual provoca uma torcao na secao.
• Para evitar a torcao e ao mesmo tempo tornar valida a aplicacao da
expressao da tensao normal de flexao pura, deve-se aplicar as forcas
externas de tal forma a balancear o binario interno Fh.
• Considerando que o carregamento seja aplicado em um ponto dis-
tante e da alma e fazendo-se o somatorio de momentos em relacao a
um ponto na alma, tem-se
Pe = Fh → e =Fh
P.
• O ponto que dista e da alma e chamado CENTRO DE CISAL-
HAMENTO, pois se o carregamento for aplicado em uma direcao
paralela a alma e distante e da mesma, este carregamento nao provo-
cara a torcao.
• Tendo em vista que
F =1
2τA =
1
2τbt e τ (x) = −V (x)Q(x)
tIz(x)
162
vem que para V = P
e =Fh
P=
(1/2)τbth
P=
(1/2)bth
P
V Q
tIz(206)
=(1/2)bth
P
P
tIzbt
h
2
=b2th2
4Iz.
• O centro de cisalhamento e e independente da magnitude de P , assim
como da sua localizacao ao longo da viga.
• Para secoes transversais com um eixo de simetria, o centro de cisal-
hamento esta sempre localizado sobre o eixo de simetria.
• Para secoes com dois eixos de simetria, o centro de cisalhamento
coincide com o centroide da secao transversal (por exemplo, Perfil I).
• A posicao exata do centro de cisalhamento para secoes com flanges
largos pode ser de difıcil determinacao.
163
• Para alguns perfis bastante utilizados os centros de cisalhamento sao
indicados na Figura 107.
(a) Perfil L com abas iguais.
(b) Perfis L e T.
Figura 107: Centro de cisalhamento para alguns perfis.
17.1 Exemplo
• Determinar a posicao do centro de cisalhamento para um perfil U
dado pela Figura 108.
164
Figura 108: Perfil U.
– Calculo do momento de inercia da secao
Iz =2(200)3
12+ 2
(
101(2)3
12+ 101 × 2(100)2
)
= 1333333, 33 + 4040134, 66 = 5373468mm4.
– Calculo da distancia do centro de cisalhamento e
e =b2th2
4Iz=
(100)2(2)(200)2
(4)(5373468)= 37, 97mm.
165
VIGAS COM VARIOS MATERIAIS
• A Figura 109(a) ilustra uma secao retangular constituıda de dois
materiais com modulos de elasticidade E1 e E2, tal que E1 < E2.
• Neste caso, a linha neutra nao passa pelo centro de gravidade da
secao transversal, estando a uma distancia y0 do eixo z do sistema
de referencia e mais proxima do material com maior modulo de elas-
ticidade E2.
(a) Secao transversal. (b) Deformacao normalεxx(x).
(c) Tensao normal σxx(x).
Figura 109: Viga com varios materiais.
• Observa-se que as mesmas hipoteses cinematicas anteriores para a
flexao continuam validas, implicando numa variacao linear da de-
formacao normal ε(x) na secao transversal x, como indicado na
Figura 109(b).
• Entretanto, a tensao num material, seguindo a Lei de Hooke, de-
pende do modulo de elasticidade. Assim, apesar da deformacao ser
a mesma na interface dos materiais, as tensoes axiais sao diferentes,
pois dependem dos valores de E1 e E2, como pode ser visto na Figura
109(c).
• Considere uma viga cuja secao transversal x e constituıda por n ma-
teriais distintos. Seja Ei o modulo de Young para o i-esimo material.
166
Logo, a tensao σi(x) no material i da secao x pode ser denotada de
forma geral, a partir da Lei de Hooke, como
σi(x) = Ei(x)ε(x) = −Ei(x)d2v(x)
dx2(y − y0). (207)
• Observe que para y = y0, a tensao e a deformacao sao nulas, indi-
cando a linha neutra da secao x.
• Para determinar a posicao y0 da linha neutra em uma flexao pura,
toma-se a condicao que a resultante das forcas na direcao x e nula.
Logo,
∑
Fx = 0.
• A unica forca em x provem da distribuicao de tensao normal σ(x)
nas secoes tranversais da viga. Portanto, da relacao anterior vem
que:
∑
Fx = 0 →∫
A
σ(x) dA = 0.
• Para o caso de n materiais a relacao anterior se generaliza para
n∑
i=1
∫
Ai
σi(x) dAi = 0. (208)
Substituindo (207) vem que
−d2v(x)
dx2
n∑
i=1
∫
Ai
Ei(x)(y − y0) dAi = 0. (209)
167
• Considerando os dois materiais indicados na Figura 109(a), a ex-
pressao anterior pode ser reescrita como:
−d2v(x)
dx2
(∫
A1
E1(x)(y − y0) dA +
∫
A2
E2(x)(y − y0) dA
)
= 0.
• Expandindo a relacao anterior vem que
−d2v(x)
dx2
(
E1(x)
∫
A1
y dA − E1(x)y0
∫
A1
dA +
E2(x)
∫
A2
y dA − E2(x)y0
∫
A2
dA
)
= 0.
• Denotando o momento estatico em relacao ao eixo z e a area da secao
transversal x do material i, respectivamente, por
Mszi(x) =
∫
Ai
y dA, (210)
Ai(x) =
∫
Ai
dA, (211)
a expressao anterior e reescrita como
−d2v(x)
dx2[E1(x)Msz1(x) + E2(x)Msz2(x)
− y0E1(x)A1(x) + E2(x)A2(x)] = 0.
• Para que a expressao anterior seja valida para qualquer deslocamento
transversal v(x), o termo entre colchetes deve ser nulo, implicando
que,
y0 =E1(x)Msz1(x) + E2(x)Msz2(x)
E1(x)A1(x) + E2(x)A2(x). (212)
168
• De forma geral, para n materiais, tem-se que a posicao y0 da linha
neutra e dada por
y0 =
∑ni=1 Ei(x)Mszi
(x)∑n
i=1 Ei(x)Ai(x)(213)
• Deseja-se agora obter uma relacao para o termo d2v(x)dx2 em termos do
momento fletor Mz(x). No caso de n materiais, a expressao para
Mz(x) e generalizada como
Mz(x) = −n∑
i=1
∫
Ai
σi(x)y dA. (214)
• Para o caso de dois materiais, tem-se que
Mz(x) = −(∫
A1
σxx1(x)y dA +
∫
A2
σxx2(x)y dA
)
. (215)
Substituindo a expressao (207) na relacao anterior, tem-se que
Mz(x) =d2v(x)
dx2
(∫
A1
E1(x)(y − y0)y dA +
∫
A2
E2(x)(y − y0)y dA
)
=d2v(x)
dx2
(
E1(x)
∫
A1
y2 dA − E1(x)y0
∫
A1
ydA+
E2(x)
∫
A2
y2 dA − E2(x)y0
∫
A2
y dA
)
.
• Denotando o momento de inercia da area relativa ao material i em
relacao ao eixo z do sistema de referencia como
Izi(x) =
∫
Ai
y2 dA, (216)
169
e lembrando a equacao (210) para o momento estatico, a expressao
anterior simplifica para
d2v(x)
dx2=
Mz(x)
E1(x)Iz1(x) + E2(x)Iz2(x) − y0 (E1(x)Msz1(x) − E2(x)Msz2(x)).
• Assim, para n materiais, a seguinte relacao e valida,
d2v(x)
dx2=
Mz(x)∑n
i=1 Ei(x)Izi(x) − y0
∑ni=1 Ei(x)Mszi
(x). (217)
• Substituindo a relacao anterior na expressao de deformacao
ε(x) = −d2v(x)
dx2(y − y0) (218)
obtem-se
ε(x) = − Mz(x)∑n
i=1 Ei(x)Izi(x) − y0
∑ni=1 Ei(x)Mszi
(x)(y−y0)(219)
• A partir daı, a distribuicao da tensao no material i e dada por,
σi(x) = −Mz(x)
Ieqi(x)
(y − y0), (220)
sendo Ieqi(x) o momento de inercia equivalente da area relativa ao
material i da secao x, ou seja,
Ieqi(x) =
∑ni=1 Ei(x)Izi
(x) − y0
∑ni=1 Ei(x)Mszi
(x)
Ei(x). (221)
170
18 Exercıcios resolvidos
18.1 Exercıcio 1.
A Figura 110 ilustra uma viga submetida a uma carga distribuıda e com
secao transveral de madeira e aco como indicado. Pede-se: a) determinar
a posicao da linha neutra; b) as distribuicoes de deformacao e c) tensao.
Dados: L = 2m, qo = 200N/m, E1 = 10GPa e E2 = 200GPa.
(a) Viga bi-apoiada. (b) Secao transversal de acoe madeira.
Figura 110: Viga com secao transversal de aco e madeira.
1. calculo da posicao da linha neutra
A Figura 110(a) mostra a secao transversal da viga com a indicacao
das posicoes do CG das partes de aco e madeira. A partir daı, a
posicao da linha neutra e determinada atraves de
y0 =E1Msz1 + E2Msz2
E1A1 + E2A2,
sendo
E1Msz1 = (10 × 109)(0, 15)(0, 20)(0, 15 − 0, 125) = 7, 5 × 106Nm,
E2Msz2 = (200 × 109)(0, 15)(0, 05)(0, 025 − 0, 125) = −150, 0 × 106Nm,
171
E1A1 = (10 × 109)(0, 15)(0, 20) = 300, 0 × 106N,
E2A2 = (200 × 109)(0, 15)(0, 05) = 1500, 0 × 106N.
Substituindo os valores na expressao anterior, obtem-se
y0 = −0, 0792m = −7, 92cm.
A nova posicao da linha neutra esta ilustrada na Figura 111(a).
2. calculo da deformacao
A secao mais solicitada ocorre em x = L2 , onde o momento fletor e
Mz = 38q0L
2. Para q0 = 200N/m e L = 2m, tem-se Mz = 300Nm.
A deformacao ε e dada pela seguinte expressao
ε = − Mz
(E1Iz1 + E2Iz2) − y0(E1Msz1 + E2Msz2)(y − y0) .
Os momentos de inercia Iz1 e Iz2 das partes de madeira e aco em
relacao ao CG da secao sao calculados empregando-se o teorema dos
eixos paralelos, ou seja,
Iz1 =(0, 15) (0, 20)3
12+ (0, 15) (0, 20) (0, 15 − 0, 125)2 = 1, 1875 × 10−4m4,
Iz2 =(0, 15) (0, 05)3
12+ (0, 15) (0, 05) (0, 025 − 0, 125)2 = 7, 6563 × 10−5m4.
Portanto, a deformacao e dada por
ε = − 300
(10 × 109)(1, 1875 × 10−4) + (200 × 109)(7, 6563 × 10−5)(y − y0)
= −1, 82 × 10−5 (y − y0) ,
estando ilustrada na Figura 111(b). Observe que a deformacao e
contınua e varia linearmente ao longo da secao da viga.
172
3. calculo da distribuicao de tensao
A distribuicao de tensao na parte de madeira e determinada por
σxx1 = E1ε = −1, 82 × 105 (y − y0)
=
{
−3, 72 × 104N/m2 (y − y0) = (0, 125 − (−0, 0792))m
−7, 64 × 102N/m2 (y − y0) = (−0, 075 − (−0, 0792))m.
Por sua vez, a tensao na parte de aco e dada por
σxx2 = E2ε = −3, 64 × 106 (y − y0)
=
{
−1, 53 × 104N/m2 y = (−0, 075 − (−0, 0792))m
1, 67 × 105N/m2 y = (−0, 125 − (−0, 0792))m.
(a) Centros de gravidade e linhaneutra.
(b) Distribuicao de de-formacao normal.
(c) Distribuicao de tencao normal.
Figura 111: Viga com secao transversal de aco e madeira.
A Figuras 111(c) indica a distribuicao de tensao na secao transversal da
viga. Como observado anteriormente, a tensao e descontınua na interface
dos dois materiais.
18.2 Exercıcio 2.
Deseja-se projetar uma peca de um equipamento mecanico para exercer
uma funcao cujos vınculos e carregamentos podem ser modelados tal
como mostrado na Figura 112(a). O material do qual a peca deve ser feita
173
e uma resina plastica. Os resultados de um teste de tracao e compressao
axial feitos com esta resina plastica podem ser vistos na Figura 112(b).
O que fica evidente neste ensaio e que os limites de tensao para os quais o
material plastico (p) apresenta comportamento elastico linear na tracao
(σpt) e na compressao (σpc) sao distintos. Como a peca sera produzida em
grande escala, seu projeto devera ser aprimorado de forma que quando
submetida ao carregamento maximo, as tensoes de tracao e de compressao
atinjam seus limites elasticos ao mesmo tempo. Para tal dispoe-se de fios
de aco que serao colocados na parte inferior da viga, a uma distancia
dA do centro geometrico (CG) da secao, ver Figura 112(c). A secao
transversal de cada um destes fios, designadas A1a, tem uma area de
2mm2 (A1a = 2mm2). O material do qual os fios de aco sao feitos tem
um modulo de Young Ea = 1400kN/mm2.
(a) Viga bi-apoiada. (b) Ensaio de tracao. (c) Secao transversal.
Figura 112: Viga com secao de resina plastica.
Deseja-se saber:
1. quantos fios de aco deverao ser colocados na peca de plastico para
que os valores limites das tensoes σpt e σpc sejam atingidos simul-
taneamente?
2. sob esta circunstancia, determine qual o momento maximo (Mmax)
que a peca pode suportar.
174
3. quais as tensoes normais maximas (σat) que os fios de aco deverao
suportar?
4. quais sao as tensoes de cisalhamento (τa) maximas que ocorrem na
interface aco/plastico? Determinar o fluxo de cisalhamento maximo
(qca) atuando em um fio de aco.
Solucao:
1. Inicialmente, determina-se a posicao y0 da linha neutra. Do enunci-
ado do problema, tem-se que as tensoes normais maxima e mınima
sao iguais, respectivamente, aos valores limites de tracao σpt = 28, 5N/mm2
e compressao σpc = 41, 5N/mm2. A partir da Figura 113(b), tem-se
por semelhanca de triangulos retangulos
σpt
b=
σpc
ae a + b = 70.
Resolvendo as duas expressoes anteriores, obtem-se a = 41, 5mm e
b = 28, 5mm. Logo, |y0| = |H2 − b| = |35 − 28, 5| = 6, 5mm. De
acordo com a referencia adotada, tem-se, y0 = −6, 5mm.
A partir daı, emprega-se a expressao para calcular a posicao da linha
neutra, ou seja,
y0 =
∑2i=1 EiMszi∑
EiAi=
EaMsza + EpMszp
EaAa + EpAp, (222)
sendo o momento estatico Msza e area Aa dos fios de aco incognitas
dadas em funcao do numero n de fios de aco.
Sendo A1a = 2mm2 a area da secao transversal de cada fio de aco e
175
(a) Secao transversal. (b) Distribuicao de tensao.
Figura 113: Distribuicao de tensao na secao.
n o numero de fios, as seguintes expressoes sao validas
Aa = nA1a = 2n mm2,
Msza = ndAA1a = n(−32)(2) = −64n mm3,
Ap = BH − Aa = (30)(70) − 2n = (2100 − 2n) mm2,
Mszp = −Msza = 64n mm3,
Ea = 1400 KN/mm2,
Ep = 40 KN/mm2.
Substituindo as relacoes anteriores em (222) e resolvendo para n,
vem que
−6, 5 =1400 × 103(−64n) + 40 × 103(64n)
1400 × 103(2n) + 40 × 103(2100 − n2)→ n = 7, 87.
Logo, o numero mınimo de fios que satisfaz o problema e n = 8.
2. A tensao normal na flexao pura e dada por σxx = −MzIz
y. Logo, o
momento maximo Mmaxz suportado pela secao e funcao da tensao
maxima no material plastico σmaxxx = σp
xx(y = ymax) com ymax =
35mm.
Para uma secao composta de dois materiais, a tensao no material i
176
e dada por
σixx(y) = − MzEi(y − y0)
∑
EiIi − y0
∑
EiMszi
= −Mz
Ieqi
(y − y0), (223)
sendo o momento de inercia equivalente Ieqida porcao relativa ao
material i dada por
Ieqi=
∑
EiIi − y0
∑
EiMszi
Ei(224)
As grandezas Aa, Ap, Msza, Mszp, Ia, Ip sao calculada por
Aa = 2(n) = 16mm2 Ap = 2100 − 16 = 2084mm4
Msza = (−32)16 = −512mm3 Mszp = −Msza = +512mm3
Ia ≈ AadA2 = 16(32)2 = 16384mm4 Ip = B(H)3
12 − Ia = 841116mm4
Observa-se que para o calculo de Ia, emprega-se o teorema dos eixos
paralelos, desprezando a parcela relativa ao momento de inercia dos
fios de aco em relacao ao centroide, pois o diametro dos fios e de
apenas 2mm. Alem disso, tem-se que∑
EiMszi= 1400 × 103(−512) + 40 × 103(512) = −6, 963 × 105kNmm,
∑
EiIi = 1400 × 103(16384) + 40 × 103(841116) = 5, 658 × 107kNmm2.
Logo, substituindo os valores anteriores em (224) para o material
plastico i = p vem que,
Ieqp =5, 658 × 107 − (−6, 5)(−6, 693 × 105)
40= 1, 301 × 106mm4.
Verifica-se que σmaxxx = σp
xx(y = 35mm) = −41, 5kN/mm2 e a partir
de (223)
σmaxxx = −41, 5 = −Mmax(41, 5)
1, 301 × 106→ Mmax = 1, 301 × 106Nmm.
177
Por sua vez, o momento maximo ocorre em x = L/2, possibilitando
calcular a forca maxima P max aplicada na viga da seguinte forma
Mmax =L
4Pmax → Pmax =
4
LMmax = 10, 41kN. (225)
3. A tensao maxima nos fios de aco e determinada atraves de (223) com
i = a. Logo,
σaxx(y) = −Mz
Ieqa
(y − y0) (226)
sendo
Ieqa =
∑
EiIi − y0
∑
EiMszi
Ea= Ieqp
Ep
Ea.
Substituindo os valores, tem-se
Ieqa = 1, 301 × 106 40
1400= 37, 17 × 103mm4.
No casos dos fios de aco, a tensao maxima ocorre para y = −32mm.
Assim, a partir de (226)
σaxx(y = −32) = −−1, 301 × 106
37, 17 × 103(−32 + 6, 5) = 892, 5N/mm2.
Verifica-se entao que a tensao maxima nos fios de aco e cerca de 20
vezes maior que a tensao maxima no material plastico.
4. O fluxo de cisalhamento para um fio de aco e dado pela seguinte
expressao
qca = − Vy
Ieqa
Msz1a, (227)
sendo Ieqa o momento de inercia equivalente da parte de aco e Msz1ao
momento estatico de um fio de aco, o qual deve ser calculado agora
178
em relacao a linha neutra pois esta nao mais coincide com o eixo z
no caso de uma viga de material composto. Assim, tem-se que
Msz1a = A1a (dA − y0) = 2 [−32 − (−6.5)] = −51mm2
A forca cortante maxima para uma viga bi-apoiada como uma forca
concentrada P max no centro e dada por
V maxy =
Pmax
2= 5, 205kN.
Logo, o fluxo de cisalhamento e calculado como
qca = −(5, 205)(−51)
37, 17 × 103= 7, 142Nmm
O raio de cada furo e dado por
A1a = πR2 → R = 0, 8mm.
A area do fio de aco que esta em contato com a parte plastica por
unidade de comprimento da viga e corresponde a area de um cilindro
A = 2πRL = 2π(0, 8)(1) = 5, 08mm2.
Assim, a tensao de cisalhamento media e calculada como
τmedio =qca
A=
7, 142
5, 08= 1, 406N/mm2.
179
CRITERIOS DE RESISTENCIA
19 Transformacao de Tensao
• Considere a seccao A-B da viga da Figura 114 com os esforcos inter-
nos indicados: forca normal Nx, forca cortante Vy e momento fletor
Mz.
Pode-se determinar as distribuicoes de tensao normal e de cisal-
hamento como:
– tensao normal devido ao momento fletor: σf = −Mz(x)yIz(x) ;
– tensao normal devido a forca normal: σn = N(x)A(x) ;
– tensao normal resultante: σx = N(x)A(x) −
Mz(x)yIz(x) ;
– tensao de cisalhamento devido a forca cortante: τxy = −Vy(x)Msz(x)
bIz(x) .
Figura 114: Corte de uma viga em balanco com carregamentos.
180
• Para a viga da Figura 114, o estado de tensao em um ponto A
qualquer da viga e representado na Figura 115.
Observa-se que na Figura 115, as componentes de tensao atuam
no ponto A e nao nas arestas do quadrado diferencial indicado. O
quadrado e denominado elemento de tensao.
Figura 115: Estado tensao nos pontos de uma viga.
• O tensor de tensao para os pontos da viga e dado por
σx τxy 0
τyx 0 0
0 0 0
. (228)
• Outro estado de tensao bastante comum e o estado plano de tensao,
o qual esta representado na Figura 116 para um ponto A de um
corpo. O tensor de tensoes respectivo e
σx τxy 0
τyx σy 0
0 0 0
. (229)
181
Figura 116: Estado plano de tensao em um ponto de um corpo.
• O estado geral de tensao em um ponto A de um corpo tridimensional
esta representado na Figura 117 e a sua forma tensorial e dada por
σx τxy τxz
τyx σy τyz
σzx τzy σz
. (230)
Figura 117: Estado geral de tensao em um ponto de um corpo tridimensional.
182
• Considere um estado plano de tensao no ponto A de um corpo se-
gundo os eixos x e y conforme representado na Figura 118.
Se girarmos o sistema de coordenadas de um angulo θ positivo em
torno do eixo z, teremos o elemento de tensao ABC.
Figura 118: Corte em um elemento de tensao de um corpo em estado plano de tensao.
• Deseja-se determinar as tensoes normal σx′ e tangencial τx′y′ ao plano
x′ conforme mostra a Figura 119.
Figura 119: Tensoes normal e tangencial para um estado plano de tensao.
• Para isso, considera-se o equilıbrio das forcas originadas pelas com-
ponentes de tensao indicadas nas faces do elemento de tensao ABC,
conforme indicado na Figura 120.
183
Figura 120: Componentes de forca geradas pelas componentes de tensao.
• Assmindo que o elemento de tensao possui espessura unitaria. Sendo
A a area da face BC, tem-se que as areas das faces AB e BC sao,
respectivamente, A cos θ e A sin θ.
Logo, as expressoes das forcas indicada na Figura 120 sao dadas por
Fxy = τxydA cos θ
Fx = σxdA cos θ
Fy = σydA sin θ
Fyx = τyxdA sin θ
Fx′ = σx′dA
Fy′ = τx′y′dA
(231)
• Fazendo o equilıbrio de forcas em x′, ou seja, ΣFx′ = 0 tem-se
−Fx cos θ − Fxy sin θ − Fy sin θ − Fyx cos θ + Fx′ = 0.
Substituindo as expressoes para as forcas dadas em (231)
σxdA cos θ cos θ − τxydA cos θ sin θ − σydA sin θ sin θ − τyxdA sin θ cos θ − σx′dA = 0.
Simplificando
σx′ = σx cos2 θ + σy sin2 θ + 2τxy sin θ cos θ.
184
Considere as seguintes relacoes trigonometricas:
cos2 θ =1 + cos 2θ
2
cos2 θ =1 − cos 2θ
2
sin θ cos θ =sin 2θ
2
Substituindo na equacao anterior e simplificando obtem-se
σx′ =σx + σy
2+
σx − σy
2cos 2θ + τxy sin 2θ. (232)
• Fazendo agora o somatorio de forcas na direcao y ′, ou seja, ΣFy′ = 0
−Fxy cos θ + Fx sin θ − Fy cos θ + Fyx sin θ + Fy′dA = 0.
Substituindo as expressoes para as componentes de forca, vem que
−τxydA cos θ cos θ + σxdA cos θ sin θ
−σydA sin θ cos θ + τyxdA sin θ sin θ + τx′y′dA = 0.
Simplificando a equacao anterior, tem-se
τx′y′ = τxy cos2 θ − σx cos θ sin θ + σy sin θ cos θ − τyx sin2 θ.
Substituindo as relacoes trigonometricas anteriores e simplificando,
obtem-se
τx′y′ = −σx − σy
2sin 2θ + τxy cos 2θ. (233)
• As componentes de tensao normal σx e σy estao em planos que for-
mam um angulo de 90 graus entre si. O mesmo ocorre com σx′ e
σy′.
185
Logo, para se obter σy′ basta substituir θ por θ + 90o na expressao
de σx′, ou seja,
σy′ =σx + σy
2+
σx − σy
2cos 2(θ + 90) + τxy sin 2(θ + 90)
Observa-se que
cos (2θ + 180o) = − cos (2θ) e sin (2θ + 180o) = − sin (2θ).
Portanto,
σy′ =σx + σy
2− σx − σy
2cos 2θ − τxy sin 2θ
• Somando a equacao anterior com a equacao (232), obtem-se a in-
variancia da soma das componentes de tensao normal quando o es-
tado de tensao e representado segundo qualquer sistema girado de
um angulo θ
σx′ + σy′ = σx + σy.
• O estado de tensao segundo o sistema de eixos x′y′ e representado
como
σx′ τx′y′ 0
τx′y′ σy′ 0
0 0 0
.
• De forma geral, um tensor de 2a ordem T , representado no sistema
de coordendas xyz, e transformado para o sistema de coordenadas
x′y′z′, pela seguinte relacao
[T ′] = [Q]T [T ][Q], (234)
sendo [T ] → a representacao do tensor em xyz, [T ′] a representacao
do tensor em x′y′z′ e [Q] → a matriz dos co-senos diretores.
186
• Para o caso anterior, [Q] e a matriz de rotacao de um angulo θ em
torno do eixo z, ou seja,
[Q] =
cos θ − sin θ 0
sin θ cos θ 0
0 0 1
• Portanto, as componentes de [T ′] sao obtidas como
σx′ τx′y′ 0
τx′y′ σy′ 0
0 0 0
=
cos θ sin θ 0
− sin θ cos θ 0
0 0 1
σx τxy 0
τxy σy 0
0 0 0
cos θ − sin θ 0
sin θ cos θ 0
0 0 1
(235)
• Fazendo as multiplicacoes indicadas e empregando as mesmas relacoes
trigonometricas anteriores, obtem-se
σx′ =σx + σy
2+
σx − σy
2cos 2θ + τxy sin 2θ,
σy′ =σx + σy
2− σx − σy
2cos 2θ − τxy sin 2θ,
τx′y′ = −σx − σy
2sin 2θ + τxy cos 2θ.
20 Tensoes Principais para o Estado Plano de Tensao
• Quando o estado de tensao de um ponto de um corpo em estado
plano de tensao e dado por[
σ1 0
0 σ2
]
,
denominam-se σ1 e σ2 como Tensoes Principais.
187
• Logo, ao se representar o estado de tensao empregando as tensoes
principais, a componente de tensao cisalhante e nula.
• Para determinar as direcoes nas quais a tensao cisalhante e nula,
utiliza-se a relacao geral
τx′y′ = −σx − σy
2sin 2θ + τxy cos 2θ = 0.
Logo,
tan 2θ =sin 2θ
cos 2θ=
τxy
(σx − σy)/2.
• Tem-se dois valores de θ que satisfazen a equacao anterior, como
indicado na Figura 121 pelos angulos 2θ′1 e 2θ′′1 . Um dos angulos se
refere a tensao σ1 e o outro a σ2.
Figura 121: Angulos que definem as direcoes principais.
• Observa-se que a diferenca entre os angulos 2θ′1 e 2θ′′1 e de 180
graus, ou seja, θ′1 e θ′′1 estao defasados de 90 graus.
• A partir da Figura 121, observam-se as seguintes relacoes trigonometricas
cos 2θ′1 = τxyOA
sin 2θ′1 =(σx−σy)/2
OA,
cos 2θ′′1 = − τxyOB
cos 2θ′′1 = −(σx−σy)/2
OB,
(236)
188
sendo os comprimentos dos segmentos OA e OB dados por
OA = OB =
√
(
σx − σy
2
)2
+ τ 2xy.
• Substituindo os pares de relacoes dadas em (236) em (232), obtem-se
as relacoes para as tensoes prinicipais σ1 e σ2, ou seja,
σ1 =σx + σy
2+
√
(σx − σy
2)2 + τ 2
xy, (237)
σ2 =σx + σy
2−√
(σx − σy
2)2 + τ 2
xy. (238)
• Por convencao, adota-se σ1 > σ2.
• Os valores de σ1 e σ2 constituem-se nos valores maximo e mınimo
que as tensoes normais no ponto podem assumir.
• Para comprovar esse fato, deriva-se σx′ dado na equacao 232 em
relacao a θ e iguala-se a zero, ou seja,
dσx′
dx= −2
σx − σy
2sin 2θ + 2 cos 2θ sin 2θ = 0.
Logo,
tan 2θ1 =τxy
(σx − σy)/2. (239)
Portanto, os mesmos angulos que fornecem os valores extremos de
σx′ tambem implicam em tensao cisalhante nula no ponto.
• O estado plano de tensao num ponto representado segundo as direcoes
principais possui a seguinte forma tensorial
[T ] =
σ1 0 0
0 σ2 0
0 0 0
.
189
• Assim, o estado de tensao plana num ponto pode ser representado
em forma tensorial, respectivamente, segundo o sistema xy, x′y′ e
nas direcoes principais como
[Txy] =
σx τxy 0
τxy σy 0
0 0 0
,
[Tx′y′] =
σx′ τx′y′ 0
τx′y′ σy′ 0
0 0 0
,
[Tθ′1] =
σ1 0 0
0 σ2 0
0 0 0
.
As 3 representacoes do estado de tensao plana no ponto estao ilustradas
na Figura 122.
Figura 122: Representacoes do estado de tensao no ponto.
190
21 Tensoes Cisalhantes Maxima e Mınima
• Para determinar as tensoes maxima e mınima de cisalhamento, deriva-
se a equacao (233) em relacao a θ e iguala-se a zero, ou seja,
dτx′y′
dθ= −2
σx − σy
2cos 2θ − 2τxy sin 2θ = 0.
A partir daı, tem-se
tan 2θ2 = −(σx − σy)/2
τxy.
• Novamente, tem-se dois angulos (direcoes) correspondentes as tensoes
maxima e mınima de cisalhamento. Esses angulos estao indicados na
Figura 123 como 2θ′2 e θ′′2 . Os mesmos estao defasados de 90 graus
entre si.
A partir das Figuras 121 e 240, observa-se que os angulos que definem
as direcoes principais e maximo cisalhamento estao defasados de 45
graus.
Figura 123: Angulos que definem as direcoes da maxima e mınima tensoes cisalhantes.
191
• Observam-se as seguintes relacoes trigonometricas
cos 2θ′2 = τxyOC
sin 2θ′2 = −(σx−σy)/2
OC,
cos 2θ′′2 = − τxyOD
cos 2θ′′2 =(σx−σy)/2
OD,
(240)
sendo os comprimentos dos segmentos OC e OD dados por
OC = OD =
√
(
σx − σy
2
)2
+ τ 2xy.
• Substituindo os pares de relacoes dadas em (240) em (233), obtem-se
as relacoes para as tensoes maxima taumax e τmin, ou seja,
τmax =
√
(σx − σy
2)2 + τ 2xy, (241)
τmin = −√
(σx − σy
2)2 + τ 2xy. (242)
Observa-se que as tensoes maxima e mnima sao sao iguais em modulo,
diferindo apenas em sinal.
• Como essas tensoes estao localizadas em planos que estao 90 graus
defasados, isso implica que as tensoes de cisalhamento atuantes em
planos mutuamente perpendiculares sao iguais. Essa conclusao e
consistente com a simetria do tensor de tensoes.
• A diferenca em sinal dessa tensoes vem da forma da convencao em-
pregada para localizar as tensoes nas quais essas tensoes agem. Do
ponto de vista fısico, os sinais nao tem significado. Por essa razao, a
maior tensao sempre sera a maxima, independente do sinal.
• A tensao normal nos planos de maxima e mınima tensao de cisal-
hamento nao e nula. Basta substituir as relacoes em (240) na equacao
(233) e determinar que
σ′ =σx + σy
2.
192
• Ao se trabalhar com as tensoes principais τxy = 0 e a partir de (244)
vem que
τmax =(σ1 − σ2)
2, (243)
τmin = −(σ1 − σ2)
2. (244)
• Se σ1 = −σ2 → τmax = σ1+σ22 .
• Se σ1 = σ2 → τmax = 0 → e um ponto no grafico de σ × τ .
22 Exemplo 1
• Dado o estado de tensao plano de um ponto indicado na Figura 127,
determinar:
1. As tensoes em um plano inclinado de −30o;
2. As tensoes maxima e mınima, bem como o angulo do plano de
atuacao.
Figura 124: Exemplo 1: estado plano de tensao.
193
1. Calculo de σx′:
σx′ =σx + σy
2+
σx − σy
2cos 2θ + τxy sin 2θ
=3 + 1
2+
3 − 1
2cos (−60) + 2 sin (−60) = 0, 768MPa.
2. Calculo de τx′y′:
τx′y′ = −σx − σy
2sin 2θ + τxy cos 2θ
= −3 + 1
2sin (−60) + 2 cos (−60) = 1, 866MPa.
3. Calculo de σy′:
σy′ = σx + σy − σx′ = 3, 230MPa.
4. Calculo das tensoes principais:
σ1,2 =σx + σy
2±√
(σx − σy
2)2 + τ 2
xy
=3 + 1
2±√
(3 − 1
2)2 + 22 →
{
σ1 = 4, 24MPa
σ2 = −0, 24MPa.
5. Determinacao do angulo de inclinacao do plano das tensoes prin-
cipais:
tan 2θ1 =τxy
σx−σy
2
=2
3−12
= 2 →{
θ1’= 31, 72o
θ1”= 121, 72o .
A Figura 128 ilustra a representacao do estado de tensao segundo
as direcoes principais.
6. Calculo da tensao maxima de cisalhamento:
τmax,min = ±
√
(σx − σy)
2
2
+ τ 2xy
= ±
√
(3 − 1)
2
2
+ 22 = ±√
5 →{
τmax =√
5
τmin = −√
5.
194
Figura 125: Exemplo 1: representacao do estado de tensao segundo as direcoes principais.
7. Determinacao do angulo do plano de maxima tensao de cisal-
hamento:
tan 2θ2 = −σx−σy
2
τxy= −
3−12
2= 1 →
{
θ′2 = −13, 28o
θ′′2 = 153, 43o .
A Figura 129 ilustra a representacao a tensao de cisalhamento
maxima.
Figura 126: Exemplo 1: tensao de cisalhamento maxima.
8. As tensoes axiais neste plano e determinada substituindo os angulos
195
θ′2 e θ′′2 na equacao (232):
σx′ =σx + σy
2+
σx − σy
2cos 2θ + τxy sin 2θ
=3 + 1
2+
3 − 1
2cos (2 ×−13.28) + 2 sin(2 ×−13.28) → σx′ = 2.0MPa.
σy′ =3 + 1
2+
3 − 1
2cos (2 × (−13.28 + 90))
+2 sin (2 × (−13.28 + 90)) → σy′ = 2.0MPa.
A Figura 127 ilustra a representacao do estado de tensao segundo
as direcoes das tensoes de cisalhamento maxima e mınima.
Figura 127: Estado geral de tensao.
9. Representando de forma tensorial, os 3 estados de tensao (dado,
em termos das tensoes principais e da maxima tensao cisalhante)
tem-se respectivamente:
3 2 0
2 1 0
0 0 0
,
196
4.24 0 0
0 −0.24 0
0 0 0
,
2 2.42 0
2.42 2 0
0 0 0
.
197
23 Cırculo de Mohr
• Considere as equacoes (232) e (233) para σx′ e τx′y′ dadas, respecti-
vamente, por
σx′ =σx + σy
2+
σx − σy
2cos 2θ + τxy sin 2θ,
τx′y′ = −σx − σy
2sin 2θ + τxy cos 2θ.
• Elevando ao quadrado as duas equacoes anteriores, somando e apos
algumas simplificacoes tem-se:
(
σx′ −σx + σy
2
)2
+ (τx′y′)2 =
(
σx − σy
2
)2
+ (τxy)2 , (245)
ou ainda
(σx′ − a)2 + (τx′y′)2 = b2, (246)
sendo{
a =σx+σy
2
b2 = (σx−σy
2 )2 + (τxy)2 .
• Comparando a expressao (246) com a equacao geral do cırculo
(x − c)2 + (y − d)2 = R2,
observa-se que (246) representa a equacao de um cırculo de raio
R = b raio do cırculo e centro do cırculo (c, d) = (a, 0).
• O cırculo descrito por esta equacao e conhecido como Cırculo de
MOHR.
198
• O raio do cırculo de MOHR e dado por
R =
√
(
σx − σy
2
)2
+ (τxy)2.
• Os passos para a construcao e utilizacao do cırculo de Mohr sao os
seguintes (ver Figura 128):
1. Com o estado de tensao dado, coloca-se o ponto A (σx, τx,y) no
grafico σ × τ ;
2. Detemina-se o centro do cırculo (a, 0), o qual deve se situar no
eixo de σ, ou seja,
a =σx + σy
23. Com estes dois pontos traca-se o cırculo.
4. Para determinar as tensoes em um outro plano qualquer, desenha-
se uma linha relativa a esse plano no elemento de tensao.
5. Copia-se uma linha paralela ao plano desejado passando pelo
ponto A.
6. A partir do ponto que esta linha corta o cırculo, traca-se outra
linha perpendicular ao eixo de σ. O ponto do cırculo cortado por
essa linha e o ponto desejado.
199
Figura 128: Cırculo de MOHR.
• Algumas observacoes sobre o cırculo de Mohr (veja Figura 129):
Figura 129: Cırculo de MOHR.
1. A maior tensao no ponto considerado e σ1 e a menor e σ2, as quais
sao as tensoes principais. Nesses pontos, a tensao de cisalhamento
200
e nula.
2. A maior tensao de cisalhamento e igual ao raio do cırculo sendo
dado por
τmax =σ1 − σ2
2.
A tensao normal respectiva e
σ′ =σ1 + σ2
2.
3. Se σ1 e σ2 forem iguais, o cırculo se degenera em um ponto, nao
havendo assim a tensao de cisalhamento.
4. Se σ1 = −σ2 o centro do cırculo de Mohr coincide com a origem
do sistema de coordenadas.
5. Se σ1 = σ2, o cırculo de Mohr degenera-se para um ponto e nao
existe tensao de cisalhamento.
6. A soma das tensoes de 2 planos perpendiculares e um invariante
σx + σy = σx′ + σy′ = σ1 + σ2 (247)
24 Exemplo 2
• Dado o estado de tensao de um ponto, indicado na Figura 130, con-
struir o cırculo de Mohr. Determinar as tensoes para um plano de
−30o e comparar com as obtidas no exemplo anterior.
– Centro do cırculo: a = 3+12 = 2.
– Ponto A → (3, 2).
– Plano no qual age o estado de tensao dado:
tan 2θ =2
(3 − 1)/2= 2 → 2θ = 63.43o.
201
Figura 130: Exemplo 2: estado de tensao em um ponto.
Figura 131: Exemplo 2: cırculo de MOHR.
202
– Tensoes maximas e mınima →{
σ1 = 4.24MPa
σ2 = −0.24MPa.
– Tensao de cisalhamento maxima → τmax = 2.2MPa;
– Para o plano de −30o →{
σP = 0.7MPa
τP = 1.8MPa
25 Tensoes Principais para o Estado Geral de Tensao
• Seja o estado geral de tensao no ponto A representado pelo tensor
TA
TA =
σx τxy τxz
τxy σy τyz
τxz τyz σz
(248)
Deseja-se determinar as tensoes principais. Para isso, considere o
tetraedro elementar da Figura 132 obtido ao se cortar o elemento de
tensao anterior atraves de um plano arbitrario com vetor normal ~n.
Figura 132: Tetraedro elementar.
203
Figura 133: Co-senos diretores do vetor normal ~n.
• O vetor ~n e um vetor ortonormal ao plano inclinado sendo l = cos α,
m = cos α e n = cos α os seus co-senos diretores. Logo,
~n = l~i + m~j + n~k (249)
• Sendo dA a area do plano ABC, as suas projecoes nos planos x, y e
z fornecem as areas das outras faces do tetraedro elementar, ou seja,
– Area da face OBC → (dA)l;
– Area da face OAC → (dA)m;
– Area da face OAB → (dA)n.
• Considera-se agora o equilıbrio do tetraedro a partir das forcas prove-
nientes das componentes de tensao. Logo,
ΣFx = 0 : σn(dA)l − σx(dA)l − τxy(dA)m − τzx(dA)n = 0;
ΣFy = 0 : σn(dA)m − σy(dA)m − τxy(dA)l − τyz(dA)n = 0;
ΣFz = 0 : σn(dA)n − σz(dA)n − τxz(dA)l − τyz(dA)m = 0.
204
• Simplificando as equacoes anteriores e colocando na forma de um
sistema de equacoes
(σx − σn)l + τxym + τxzn = 0
τxyl + (σy − σn)m + τyzn = 0
τxzl + τyzm + (σz − σn)n = 0
. (250)
• Colocando o sistema de equacoes em forma matricial
σx τxy τxz
τxy σy τyz
τxz τyz σz
− σn
1 0 0
0 1 0
0 0 1
l
m
n
=
0
0
0
. (251)
De forma compacta, tem-se a expressao
([T ] − σn[I ]) {~n} = {~0}, (252)
a qual define o problema de autovalor associado ao tensor [T ].
• σn sao os autovalores (tensoes principais) e ~n os autovetores (direcoes
principais) respectivos.
• O sistema de equacoes (251) tem solucao se o determinante da matriz
do sistema de equacoes e zero, ou seja,
∣
∣
∣
∣
∣
∣
σx − σn τyx τzx
τxy σy − σn τzy
τxz τyz σz − σn
∣
∣
∣
∣
∣
∣
= 0 (253)
• Expandindo o determinante anterior e simplificando, obtem-se:
σ3n − I1σ
2n + I2σn − I3 = 0, (254)
205
o qual e o polinomio caracterıstico do problema de autovalor. I1, I2
e I3 sao denominados de invariantes de tensao e dados por:
I1 = tr[T ] = σx + σy + σz,
I2 = (σxσy + σyσz + σzσx) − (τ 2xy + τ 2
yz + τ 2xz),
I3 = det[T ].
• A solucao da equacao (254) fornece 3 raızes, as quais sao as tensoes
principais σ1, σ2 e σ3. Por convencao, tem-se σ1 > σ2 > σ3.
As direcoes principais ~n1, ~n2 e ~n3 sao obtidas substituindo, respec-
tivamente, cada uma das tensoes principais σ1, σ2 e σ3 em (251) e
resolvendo o sistema de equacoes para l, m e n.
O sistema de equacoes assim obtido nao e linearmente independente.
Para determinar os co-senos diretores, deve-se empregar a relacao
||~n|| = l2 + m2 + n2 = 1. (255)
• Os autovetores obtidos sao perpendiculares entre si, ou seja,
~n1 ⊥ ~n2 ⊥ ~n3
no caso em que os 3 autovetores sao distintos.
• Para σ1 = σ2, tem-se o estado axissimetrico ou cilındrico de tensao.
Nesse caso, ~n1 = ~n2 e quaisquer dois vetores ortogonais do plano e
a direcao ~n3 constituem as direcoes principais.
• Quando σ1 = σ2 = σ3, tem-se um estado esferico de tensao. Nesse
caso, quaisquer3 vetores ortogonais constituem as direcoes principais.
206
26 Cırculo de MOHR para o Estado Geral de Tensao
• No estado geral de tensao, tem-se 3 tensoes principais, conforme visto
anteriormente, dadas por σ1, σ2 e σ3 e 3 direcoes principais, ~n1, ~n2
e ~n3 para as respectivas tensoes. Considera-se σ1 > σ2 > σ3.
• O tensor de tensoes no ponto A e representado nas direcoes principais
como
[TA] =
σ1 0 0
0 σ2 0
0 0 σ3
.
• O elemento de tensao correspondente esta representado na Figura
134.
Figura 134: Estado geral de tensao: elemento de tensao.
207
• Analisando esse elemento de tensao ao longos dos planos prinicipais,
tem-se os elementos de tensao plano ilistrados na Figura 135.
Figura 135: 3 planos principais.
• Para cada um desses planos, traca-se o cırculo de Mohr correspon-
dente. Assim, no estado geral de tensao, tem-se os 3 cırculos na
Figura 136.
Figura 136: Cırculos de Mohr - 3 tensoes principais.
• As tensoes em um ponto segundo um plano qualquer do espaco (como
o plano K ilustrado na Figura 134) situam-se sobre um dos 3 cıculos
ou na area entre eles mostrada hachureada na Figura ??.
• Mesmo um estado plano pode ser representado usando os 3 cırculos.
208
Nesse caso, toma-se geralmente σ2 = 0, conforme ilustrado no exem-
plo seguinte.
26.1 Exemplo 3
• Considere o estado plano de tensao de um ponto ilustrado na Figura
137.
Figura 137: Exemplo 3: estado de tensao de um ponto.
• O tensor de tensoes nesse ponto e
[T ] =
−2 −4 0
−4 4 0
0 0 0
.
• As tensoes principais sao calculadas como
σ1,2 =σ1 + σ2
2±
√
(
σ1 − σ2
2
)2
+ τ 2xy
= 1 ±√
(3)2 + (−4)2 →{
σ1 = 6.0MPa
σ2 = −4.0MPa.
• Os angulos correspondentes as direcoes principais sao
tan 2θ1 =τxy
σx−σy
2
=−4−2−4
2
=4
3→ 2θ1 = 53.13o →
{
θ′1 = 26.56o
θ1” = 116.56o .
209
Figura 138: Exemplo 3: representacao do estado de tensao segundo as direcoes principais.
• O elemento de tensao correspondente esta ilustrado na Figura 138.
• Considerando a tensao no plano perpendicular a estes dois igual a 0,
ou seja, para
σ1 = 6MPa
σ2 = 0MPa
σ3 = −4MPa
,
tem-se que o tensor de tensoes e dado por
[T ] =
6 0 0
0 0 0
0 0 −4
.
• Os cırculos de Mohr correspondentes estao ilustrados na Figura 139.
210
Figura 139: Exemplo 3: cırculos de Mohr.
27 Transformacoes das Deformacoes
• O tensor de deformacao infinitesimal de um ponto em um estado
geral de deformacao e dado por
[E] =
εx εxy εxz
εxy εy εyz
εxz εyz εz
. (256)
• Para um problema bidimensional, o tensor anterior se reduz a
[E] =
[
εx εxy
εxy εy
]
. (257)
• As componentes de tensao e deformacao cisalhante para um estado
plano estao ilustradas na Figura 140. Observa-se que a distorcao
total no plano xy e dada por
γxy = εxy + εyx = 2εxy.
• Como a deformacao no ponto e tambem representada por um tensor
de 2a ordem, tem-se o mesmo comportamento do tensor de tensoes
no que se refere a transformacao de coordenadas.
211
Figura 140: Elementos de tensao e deformacao.
• Portanto, considere o estado plano de deformacao de um ponto dado
por εx, εy e εxy.
• Pode-se representa-lo segundo um outro plano qualquer x′y′ que
passe pelo ponto e girado de um angulo θ em torno do eixo z positivo.
• As componentes de deformacao εx′x′ e εx′y′ sao dadas de forma
analoga as componentes de tensao por
εx′x′ =εx + εy
2+
εx − εy
2cos 2θ + εxy sin 2θ, (258)
εx′y′ = −εx − εy
2sin 2θ + εxy cos 2θ. (259)
Observa-s que
εx′y′ =γx′y′
2.
• As deformacoes principais sao determinadas fazendo εx′y′ = 0 na
equacao (259) ou derivando (258) em relacao a θ resultando
ε1,2 = −εx − εy
2±
√
(
εx − εy
2
)2
+ ε2xy. (260)
212
• O angulo dos planos principais de deformacao sao dados por
tan 2θd =εxy
εx−εy
2
=γxy
εx − εy. (261)
• Para o caso geral de deformacoes, utiliza-se o problema de autovalor
para as a determinacao das deformacoes e direcoes principais
([E] − εn[I ]) {~n} = {~0}. (262)
• Para um material que segue a Lei de Hooke, as direcoes prinicipais
de tensao e deformacao coincidem.
• Assim como as tensoes, as deformacoes podem ser representadas por
um cırculo de MOHR conforme ilustrado na Figura 141.
Figura 141: Cırculo de Mohr para as deformacoes.
27.1 Exemplo 4
• Dado um ponto com εx = 0.0010mm/mm, εy = 0.00060mm/mm
e γxy = 0.0012rad, determinar as deformacoes principais e suas
direcoes usando um cırculo de Mohr.
213
Figura 142: Exemplo 4: cırculo de Mohr para as deformacoes.
– Centro do cırculo
C =εx + εy
2= 0.00080.
– Raio do cırculo
R =
√
(0.0012
2)2 + (0.0010 − 0.008)2 = 0.000632.
– Distorcao maximaγmax
2= R = 0.00060rad → γmax = 0.00120rad.
– Deformacoes principais
ε1 = 0.00080 + 0.000632 = 0.001432mm/mm,
ε2 = 0.0080 − 0.000632 = 0.000168mm/mm.
– O angulo de inclinacao do plano das deformacoes prinicipais e
dado por
tan 2θd =γxy
εx − εy=
0.0012
0.0010 − 0.0060= 3 →
214
2θd = 71.56o →{
θ′d = 35.78o
θ”d = 125.78o .
28 Medidas da Deformacao
• Para se fazer medidas de deformacao, utilizam-se sensores eletricos
(denominados strain gages) dispostos sobre o ponto de interesse.
• A associacao destes resistores sao conhecidas como rosetas. Estes
podem ser associados de diversas maneiras como sera visto mais a
frente.
• Para se saber o estado de deformacao em qualquer plano, e necessario
se ter pelo menos 3 medidas. Uma vez substituıdas nas equacoes
de transformacao de deformacao, devem fornecer um sistema de
equacoes cuja solucao resulte nas deformacoes normais e distorcao
no ponto.
• A disposicao destes sensores pode ser de 45o ou de 60o entre outras,
embora estas sejam as mais utilizadas (ver Figura 143). As posicoes
dos sensores devem ser bem proximas para que possam caracterizar
um ponto.
• Substituindo as medidas feitas pelos sensores εθ1, εθ2 e εθ3 nas equacoes
de transformacao de deformacao, tem-se
εθ1 = εx(cos θ1)2 + εy(sin θ1)
2 + γxy sin θ1 cos θ1
εθ2 = εx(cos θ2)2 + εy(sin θ2)
2 + γxy sin θ2 cos θ2
εθ3 = εx(cos θ3)2 + εy(sin θ3)
2 + γxy sin θ3 cos θ3
. (263)
• A solucao do sistema de equacoes anteriores fornece as componentes
de deformacao εx, εy e εxy.
215
Figura 143: Rosetas dispostas de 45o ou de 60o.
• Utilizando a roseta disposta em 45o, tem-se a partir do sistema de
equacoes anterior
εx = ε0o
εy = ε90o
ε45o = εx2 +
εy
2 +γxy
2
γxy = 2ε45o − (ε0o + ε90o)
.
• Para 60o,
εx = ε0o
εy = 2ε60o+2ε120o−ε0o
3
γxy = 2√3(ε60o − ε120o)
.
28.1 Exemplo 5
• A partir de uma roseta disposta em 45o, tem-se as seguintes medidas
ε0o = 0.0025mm/mm
ε45o = 0.0010mm/mm
ε90o = −0.0008mm/mm
.
216
Determinar as deformacoes principais e a distorcao maxima.
– Calculo da distorcao do plano de medicao
γxy = 2ε45o − (ε0o + ε90o)
= 2(0.0010) − (0.0025 + (−0.0008))
= −0.0013rad.
– Determinacao das deformacoes principais
ε1,2 = −εx − εy
2±
√
(
εx − εy
2
)2
+ ε2xy
= −0.0025 − 0.00080
2±
√
(
0.0025 − 0.0080
2
)2
+ (−0.0013)2
= 0.0085 ± 0.002101 →{
ε1 = 0.002951
ε2 = −0.001251.
– Calculo da distorcao maxima
γmax = 2
(
ε1 − ε2
2
)
= 0.00295 + 0.001251 = 0.004201rad.
29 Criterios de Escoamento e Fratura
• Os materiais duteis possuem uma fase de escoamento bem carac-
terıstica no diagrama de ensaio de tracao. Ja um material fragil, nao
ha praticamente escoamento (ver Figura 145).
• Deseja-se estabelecer criterios objetivos que permitam determinar se
um corpo de material dutil ou fragil ira falhar quando submetido a
carregamentos quaisquer.
• Os ensaios experimentais empregam um cilindro de parede fina (ver
Figura 144) e aplica-se uma pressao e uma tracao controlada e determinam-
se as tensoes desejadas.
217
Figura 144: Teste para determinar as tensoes limites.
Figura 145: Ensaios de tracao.
218
29.1 Teoria da Maxima Tensao de Cisalhamento (Criterio de Tresca)
• Essa teoria resulta da observacao que em materiais duteis escorrega-
mento ocorre durante o escoamento em planos criticamente orienta-
dos.
• Isso sugere que a maxima tensao de cisalhamento tem um papel fun-
damental. Assume-se, entao, que o escoamento do material depende
apenas da maxima tensao de cisalhamento no ponto.
• Quando um certo valor crıtico τcr e atingido, o escoamento se inicia.
• Quando um material esta sujeito a uma tracao ou compressao sim-
ples, ou seja, σx = ±σ1 e σy = τxy = 0, a tensao maxima de
cisalhamento ou tensao crıtica e dada por
τmax = τcr =∣
∣
∣±σ1
2
∣
∣
∣≤ σesc
2, (264)
sendo σesc a tensao de escoamento do material obtida do ensaio de
tracao.
Figura 146: Cırculo de MOHR para σx = σ1 e σy = 0.
219
• Quando um corpo esta sujeito a um estado plano de tensao, tem-se
duas situacoes:
1. Para σ1 e σ2 com mesmo sinal. Tomando ambas positivas e para
σ3 = 0, a Figura 148 ilustra o cırculo de Mohr respectivo. Nesse
caso, tem-se a mesma tensao de cisalhamento maxima do caso
unidimensional, ou seja,
τmax =∣
∣
∣±σ1
2
∣
∣
∣≤ σesc
2.
Logo, se |σ1| > |σ2|, tem-se que |σ1| nao pode exceder σesc.
Se |σ2| > |σ1|, tem-se que |σ2| nao pode exceder σesc.
Resumindo as condicoes anteriores
|σ1| ≤ σesc |σ2| ≤ σesc,
ou aindaσ1
σesc≤ ±1
σ2
σesc≤ ±1. (265)
Figura 147: Cırculo de MOHR para σ3 = 0 e σ1 e σ2 com mesmo sinal.
2. Quando as tensoes principais σ1 e σ2 tiverem sinais opostos e
σ3 = 0, o cırculo de Mohr correspondente esta ilustrado na Figura
para σ1 > 0 e σ2 < 0.
220
Figura 148: Cırculo de MOHR para σ3 = 0 e σ1 e σ2 com sinais opostos.
O maio cırculo passa por σ1 e σ2 e a tensao maxima e
τmax =(|σ1| + |σ2|)
2. (266)
Essa tensao maxima nao pode exceder o criterio de escoamento
do caso de tracao simples, ou seja, (τmax ≤ σesc2 ). Logo
| ± σ1 − σ2
2| ≤ σesc
2. (267)
Logo,σ1
σesc− σ2
σesc≤ ±1. (268)
• Colocando as duas condicoes anteriores (equacoes (265) e (268)) em
um grafico no plano σ1σesc
× σ2σesc
, como mostrado na Figura 149, tem-se
o polıgono de Tresca.
• Se o estado de tensao no ponto e tal que o mesmo seja representado
dentro da regiao do hexaedro de Tresca, o material permanece na
fase elastica.
• Caso o estado de tensao corresponda a um ponto sobre o contorno
do hexaedro, tem-se que o materail vai escoar indefinidamente.
221
Figura 149: Representacao do criterio da tensao maxima de cisalhamento.
• O criterio de Tresca e insensıvel a superposicao de um estado hidrostatico
de tensao (σ1 = σ2 = σ3). Ocorre apenas uma translacao dos cırculos
de Mohr.
• No caso geral de tensao, deve-se tomar a maior diferenca entre as
tensoes principais e verificar se a mesma nao excede a tensao de
escoamento do material.
• Define-se, entao, a tensao equivalente de Tresca da seguinte maneira
σtresca = max (|σ1 − σ2|, |σ1 − σ3|, |σ2 − σ3|) . (269)
• O material permanece na fase elastica se
σtresca < σesc. (270)
• O estado de tensao em cada ponto da viga de Timoshenko e dado
por (σx, τxy) com
σx(x) = −Mz(x)
Iz(x)y,
222
τxy = −Vy(x)Msz(x)
b(y)Iz(x).
As tensoes principais correspondentes sao dadas por
σ1 =σx
2+
√
(σx
2
)2
+ τ 2xy,
σ2 =σx
2−√
(σx
2
)2
+ τ 2xy,
σ3 = 0.
A tensao equivalente de Tresca sera
σtresca = σ1 − σ3 =σx
2+
√
(σx
2
)2
+ τ 2xy.
29.2 Teoria da Maxima Energia de Distorcao (Criterio de von Mises)
• Aplica-se tambem para materiais duteis.
• Considere o estado de tensao em um ponto dado por segundo as
direcoes principais
[T ] =
σ1 0 0
0 σ2 0
0 0 σ3
.
• O tensor acima pode ser reescriro na seguinte forma
[σ] =
σp 0 0
0 σp 0
0 0 σp
+
σ1 − σp 0 0
0 σ2 − σp 0
0 0 σ3 − σp
,(271)
com
σp =σ1 + σ2 + σ3
3.
223
• O tensor descrito por σp e chamado de tensor esferico, hidrostatico
ou de dilatacao. Lembre-se que a dilatacao e dada por
e = ε1 + ε2 + ε3.
• Substituindo a Lei de Hooke generalizada, , ou seja,
ε1 =σ1
E− ν
σ2
E− ν
σ3
E,
ε2 =σ2
E− ν
σ1
E− ν
σ3
E,
ε3 =σ3
E− ν
σ1
E− ν
σ2
E,
tem-se
e =1 − 2ν
E(σ1 + σ2 + σ3) =
3(1 − 2ν)
Eσp.
• O tensor dado pela diferenca das tensoes principais e hidrostatica e
chamado de tensor desviador ou de distorcao.
• A decomposicao do tensor de tensoes geral e ilustrada na Figura 150.
O caso uniaxial de tensao e mostrada na Figura 151
Figura 150: Decomposicao do estado geral de tensao.
• A densidade de energia de deformacao de um corpo e dada por:
U =1
2(σxεx + σyεy + σzεz + τxyγxy + τyzγyz + τxzγxz). (272)
224
Figura 151: Decomposicao do estado uniaxial de tensao.
Segundo as direcoes principais
U =1
2(σ1ε1 + σ2ε2 + σ3ε3). (273)
• Substituindo a Lei de Hooke generalizada na expressao anterior e
simplificando
U =1
2E(σ2
1 + σ22 + σ2
3) −ν
E(σ1σ2 + σ2σ3 + σ3σ1). (274)
• A densidade de energia de deformacao da parcela de dilatacao do
tensor de tensoes e obtida substituindo σ1 = σ2 = σ3 = σp na
expressao anterior. Logo,
Udilat =3(1 − 2ν)
Eσ2
p =(1 − 2ν)
6E(σ1 + σ2 + σ3)
2. (275)
• Subtraindo (275) da energia total dada pela equacao (274), obtem-se
a energia de distorcao, Udist. Lembrando que G = E2(1+ν), vem que
Udist =1
12G((σ1 − σ2)
2 + (σ2 − σ3)2 + (σ3 − σ2)
2) (276)
• De acordo com a teoria da maxima energia de distorcao, o material
em um estado geral de tensao ira escoar quando a energia de distorcao
anterior for igual a energia de distorcao maxima obtida de um ensaio
de tracao.
225
• No ensaio uniaxial de tracao, tem-se σ2 = σ3 = 0 e o escoamento
se inicia quando σ1 = σesc. Logo, a energia de distorcao maxima no
ensaio de tracao e
U1d =2σ2
esc
12G. (277)
• Igualando (276) e (277), tem-se
(σ1 − σ2)2 + (σ2 − σ3)
2 + (σ3 − σ2)2 = 2σ2
esc. (278)
• Para um estado plano de tensao, tem-se σ3 = 0 e a expressao anterior
simplifica-se para
(
σ1
σesc
)2
−(
σ1
σesc
σ2
σesc
)
+
(
σ2
σesc
)2
= 1. (279)
• A expressao anterior representa a equacao de uma elıpse no planoσ1
σesc× σ2
σescconforme ilustrado na Figura 152.
• Qualquer estado de tensao cuja representacao seja um ponto no in-
terior da elipse, tem-se que o material se comporta elasticamente.
Pontos no contorno da elipse implicam que ocorre escoamento do ma-
terial. No descarregamento, o material comporta-se elasticamente.
• Essa teoria tambem nao prediz resposta do material quando esta-
dos de tensoes hidrostaticos de tensao sao adicionados, pois apenas
diferencas entre as tensoes estao envoldidas na equacao (276). As-
sim, adicionando-se tensoes constantes nao se altera a condicao de
escoamento.
• A partir de (278), define-se a tensao equivalente de von Mises como
σeqv =
√
1
2((σ1 − σ2)2 + (σ2 − σ3)2 + (σ3 − σ2)2). (280)
226
Figura 152: Grafico para a maxima energia de distorcao.
• O material permanece na fase elastica se
σeqv < σesc. (281)
• Para o caso da viga de Timoshenko, substituindo as tensoes prin-
cipais calculadas anteriormente na expressao (280) e simplificando
obtem-se
σeqv =√
σ2x + 3τ 2
xy. (282)
29.3 Comparacao entre os Criterios de Tresca e von Mises paraTensao Plana
• O criterio de Tresca esta baseado na maxima tensao de cisalhamento
no ponto mais solicitado do corpo.
• O criterio de von Mises considera a energia causada pelas deformacoes
cisalhantes em um corpo tridimensional.
227
• Como as tensoes cisalhantes sao os principais parametros nos dois
criterios, nota-se que existe uma grande semelhanca entre os mesmos.
A teoria de Tresca e mais conservativa.
• A Figura 153 ilustra o hexagono de Tresca e a elıpse de von Mises para
o caso de tensao plana. O escoamento do material ocorre quando o
estado de tensao esta nos contornos do hexagono ou da elıpse.
Figura 153: Comparacao dos criterios de escoamento de Tresca e von Mises.
• As tensoes uniaxiais dadas pelas duas teorias sao as mesmas corre-
spondendo a compressao ou tracao simples.
• Os criterios de escoamento no segundo e quarto quadrantes indicam
menores resistencias ao escoamento do que para tensoes uniaxiais.
• A maior discrepancia ocorre quando duas das tensoes principais sao
iguais mas com sinais opostos, ou seja, para ±σ1 = ∓σ2. Esse estado
de tensao ocorre por exemplo na torcao de tubos de paredes finas.
Pelo criterio de Tresca, essas tensoes podem atingir no maximo o
valor de σesc/2. O criterio de von Mises limita essas tensoes para
σesc/√
3 = 0, 577σesc.
228
29.4 Teoria da Maxima Tensao Normal (Criterio de Rankine)
• Aplica-se para materiais frageis.
• Assume que a falha ou fratura ocorre quando a maxima tensao nor-
mal em um ponto atinge um certo valor crıtico.
• Este e um criterio que utiliza apenas a maior tensao principal, ou
seja, a maior tensao principal desenvolvida e comparada com a tensao
ultima (σult).
• Assim, a falha ocore quando
σ1 = σult. (283)
• O material permanece na fase elastica se
σ1 < σult. (284)
• A tensao ultima σult para o material e determinada pelo ensaio de
tracao simples.
• A Figura 154 representa o criterio de Rankine.
229
Figura 154: Representacao da teoria da maxima tensao normal.
• A Figura 155 apresenta uma comparacao entre os 3 criterios anteri-
ores.
Figura 155: Comparacao das 3 teorias.
230
METODOS DE ENERGIA
30 Energia de Deformacao
• Considere a formulacao do problema de barras em tracao e com-
pressao ilustrada na Figura 156.
Figura 156: Formulacao do modelo de barras.
• A expressao de trabalho interno de deformacao pode ser reescrita
como
Ti =
∫
V
σ(x)ε(x)dV =
∫ L
0
(∫
A
σ(x)dA)
)
ε(x)dx
=
∫ L
0
Nx(x)ε(x)dx. (285)
231
ou ainda
Ti =
∫ L
0
σ(x)ε(x)
(∫
A
dA
)
dx =
∫ L
0
σ(x)ε(x)A(x)dx. (286)
• O integrando σ(x)ε(x) na expressao
Ti =
∫
V
σ(x)ε(x)dV
representa uma densidade de energia de deformacao, ou seja,
[σ(x)ε(x)] =N
m2
m
m=
Nm
m3.
• Define-se a energia de deformacao U como metade do trabalho in-
terno Ti
U =1
2Ti =
1
2
∫
V
σ(x)ε(x)dV . (287)
• Denota-se a densidade de energia de deformacao por
U0 =1
2σ(x)ε(x). (288)
• Logo
U =
∫
V
U0dV . (289)
• A densidade de energia de deformacao pode ser interpretada como
a area do diagrama σ × ε do diagrama de ensaio de tracao na fase
elastica, conforme ilustrado na Figura 157.
232
Figura 157: Grafico do diagrama de ensaio de tracao.
• Da lei de Hooke, tem-se
σ(x) = E(x)ε(x). (290)
• Substituindo a equacao (290) em (287) tem-se
U =1
2
∫
V
E(x)ε2(x)dV , (291)
ou ainda
U =1
2
∫
V
σ2(x)
E(x)dV . (292)
• Pode-se denotar a energia de deformacao em termos da forca normal
como
U =1
2
∫ L
0
σ(x)ε(x)A(x)dx =1
2
∫ L
0
Nx(x)ε(x)dx
=1
2
∫ L
0
Nx(x)ε(x)dx =1
2
∫ L
0
N 2x(x)
E(x)A(x)dx. (293)
233
Figura 158: Barra com carregamento na extremidade.
• Para o caso da barra da Figura 158 com uma carga axial P na extre-
midade, seccao transversal constante e de mesmo material, tem-se,
respectivamente, Nx(x) = P , A(x) = A e E(x) = E.
A energia de deformacao sera dada por
U =1
2
P 2
EA
∫ L
0
dx =1
2
P 2L
EA. (294)
Lembrando que o alongamento da barra e dado por
δ =PL
EA,
tem-se que a energia de deformacao pode ser escrita como
U =EAδ2
2L. (295)
• Para uma viga sujeita a flexao pura a energia de deformacao sera
dada, de forma analoga, por
U =1
2Ti =
1
2
∫
V
σ(x)ε(x)dV =1
2
∫
V
σ2(x)
E(x)dV . (296)
234
• Lembrando que a tensao normal e dada por
σ(x) = −Mz(x)
Iz(x)y,
substitui-se a equacao anterior na equacao (292), obtendo-se
U =1
2
∫
V
M 2z (x)
E(x)I2z (x)
y2dV =1
2
∫ L
0
(∫
A
y2dA
)(
M 2z (x)
E(x)I2z
dx
)
.
Simplificando, chega-se a seguinte expressao
U =1
2
∫ L
0
M 2z (x)
E(x)Izdx. (297)
• Para o caso de torcao circular, a energia de deformacao e dada por
U =1
2Ti =
∫
V
τt(x)γt(x)dV . (298)
• No caso de torcao circular a tensao de cisalhamento e dada por
τt =Mx(x)
Ip(x)r
e a lei de de Hooke e
τt = Gγt G =E
2(1 + ν).
• Substituindo as equacoes anteriores na equacao (298), tem-se
U =1
2
∫
V
τ 2t (x)
G(x)dV =
1
2
∫
V
M 2x(x)
G(x)I2p (x)
r2dV
=1
2
∫ L
0
(∫
A
r2dA
)
M 2x(x)
G(x)I2p (x)
dx.
235
• Simplificando
U =1
2
∫ L
0
M 2x(x)
G(x)Ip(x)dx. (299)
• No caso de uma viga em flexao com cisalhamento a energia de de-
formacao e dada por
U =1
2Ti =
1
2
∫
V
(σ(x)ε(x) + τ (x)γ(x))dV .
• Como
τ (x) =Vy(x)
Kc(x)A(x),
tem-se que
U =1
2
∫ L
0
[
M 2z (x)
E(x)Iz(x)+
V 2y (x)
Kc(x)A(x)
]
dx. (300)
• Para o caso geral de um corpo solido, a energia de deformacao e dado
por
U =1
2
∫
V
[σxxεxx + σyyεyy + σzzεzz + τxyγxy + τxyγxy + τxyγxy] dV .(301)
[T ] =
σxx τxy τxz
σxy σyy τyz
σxz τyz σzz
. (302)
236
31 Deslocamentos por Conservacao de Energia
• Num sistema conservativo, energia nao pode ser criada ou destruıda.
Logo,
TRABALHO REALIZADO = VARIACAO DA ENERGIA.
• Para um sistema estrutural
We = U, (303)
sendo We o trabalho total ralizado pelas forcas externas e U a energia
de deformacao total armazenada no sistema.
• O trabalho total deve ser nulo, ou seja,
W = We − Wi = 0, (304)
sendo Wi o trabalho das forcas internas.
Logo
We = Wi (305)
e
U = Wi. (306)
32 Princıpio dos Trabalhos Virtuais
32.1 Metodo do Deslocamento Virtual
• Considere o equilıbrio estatico da alavanca ilustrada na Figura 159.
• Para avaliar a condicao de equilıbrio da alavanca rıgida, aplica-se
uma rotacao virtual no ponto B. Os pontos de aplicacao das forcas
sofrem deslocamentos virtuais δ∆1 e δ∆2.
237
Figura 159: Alavanca.
• Supondo a alavanca como um sistema conservativo, tem-se
W = We − Wi = 0. (307)
• Para uma alavanca rıgida, tem-se Wi = 0.
• O trabalho das forcas externas e dado por
We = P1δ∆1 − P2δ∆2 = 0. (308)
Por semelhanca de triangulos, tem-se que
δ∆1
a1=
δ∆2
a2→ δ∆1 =
a1
a2δ∆2.
Logo,
W =
(
P1a1
a2− P2
)
δ∆2 = 0 → P1a1 = P2a2. (309)
238
• Para o caso de corpos deformaveis, o trabalho total tambem e nulo,
ou seja,
W = We − Wi = 0. (310)
Neste caso,
Wi = U. (311)
Consequentemente, We = 0.
• Para exemplificar considere a mola de massa desprezıvel ilustrada na
Figura 160, a qual suporta uma massa rıgida P .
Figura 160: Deslocamento de uma mola com uma forca P.
• Os trabalhos interno e externo sao dados, respectivamente, por
δWi = −Fδ∆ e δWe = Pδ∆. (312)
• O trabalho interno pode ser calculado tomando-se a reacao F sobre
a mola. Logo:
δWei= Fδ∆ ou δWi = −δWei
.
239
Portanto,
δWe = −δWi = δWei. (313)
A partir daı,
Pδ∆ = Fδ∆ → (P − F )δ∆ = 0, (314)
e a equacao de equilıbrio resulta em
P = F.
32.2 Metodo das Forcas Virtuais
• Neste metodo os trabalhos externo e interno sao calculados multiplicando-
se forcas virtuais por deslocamentos reais.
• Para ilustrar este metodo considere o sistema de mola mostrado na
Figura 161.
Figura 161: Deslocamento de uma mola com uma forca P .
240
• Aplica-se inicialmente a forca virtual δP e por equilıbrio com a forca
interna δF vem que
δP = δF.
• Posteriormente, o deslocamento real ∆ e permitido e o trabalho total
e nulo
W ∗ = δW ∗e − δW ∗
i = 0.
Neste caso,
δW ∗e = δP∆ e δW ∗
i = −δF∆.
• Analogamente, reescreve-se δW ∗i como
δW ∗ei
= δF∆.
Portanto,
δW ∗ei
= δW ∗i
e
δW ∗e = δW ∗
ei.
• Para o sistema considerado δP = δF e δP∆ = δF∆m. Logo,
∆ = ∆m e denominada equacao de compatibilidade cinematica.
241
Figura 162: Corpo elastico.
32.3 Deflexoes por Forcas Virtuais
• De forma geral o Princıpio do Trabalho Virtual (PTV) e escrito como
TRABALHO VIRTUAL EXTERNO = TRABALHO VIRTUAL
INTERNO.
• A relacao anterior nao e limitada para problemas elasticos.
• Considere o corpo elastico ilustrado na Figura 162.
• Deseja-se determinar a deflexao do ponto A na direcao de AB devido
a deformacao do corpo. Para isso, aplica-se o procedimento:
1. Aplica-se uma forca virtual δP em A na direcao de AB no corpo
descarregado. A forca δP causa forcas internas no corpo, deno-
tadas por δF , as quais sao determinadas por equilıbrio estatico.
2. Aplicam-se entao as forcas reais no corpo. Tem-se entao as de-
formacoes reais nos pontos do corpo. O ponto A se desloca de
δ.
• Pelo PTV, tem-se o esquema ilustrado na Figura 163.
242
Figura 163: Forcas virtuais.
• Como δP e arbitrario, pode-se considerar δP = 1. Logo:
1 · ∆ =∑
p · u, (315)
sendo
1 =forca virtual unitaria,
∆ =deslocamento real de um ponto na direcao
da forca unitaria virtual,
p =forcas internas virtuais em equilıbrio
com a forca unitaria virtual,
u =deslocamentos intenos reais de um corpo.
32.3.1 Aplicacao do MFV em Barras
• Considere a barra fixa na extremidade superior e solicitada por uma
forca constante na extremidade live conforme ilustrado na Figura
164.
O deslocamento da barra e dado por
u =FL
AE.
243
Figura 164: Deslocamento de uma barra sujeita a uma forca F .
Para n barras, tem-se
1 · ∆ =
n∑
i=1
pi ·FiLi
EiAi. (316)
• Aplica-se uma forca unitaria virtual na direcao do deslocamento de-
sejado.
32.3.2 Aplicacao do MFV em Vigas
• Para se obter a deflexao num ponto, aplica-se um carregamento
virtual unitario na direcao do deslocamento, conforme exemplificado
na Figura 165. Nesse caso, m e o momento fletor na viga devido ao
carregamento virtual unitario.
Aplica-se entao o carregamento real e obtem-se o diagrama do mo-
mento fletor.
Lembrando a relacao entre momento fletor e deslocamento transver-
sal
Mz(x) = EIzd2v(x)
dx2= EIz
d
dx
(
dv(x)
dx
)
.
244
Figura 165: Carregamento virtual unitario na direcao do deslocamento.
A rotacao em torno do eixo z e
θz(x) =dv(x)
dx.
Logo,
dθz =Mz(x)
EIzdx. (317)
Empregando o MFV, vem que
1 · ∆ =
∫ L
0
mMz
EIzdx. (318)
• Para obter a rotacao num ponto, aplica-se um binario (momento
puro) unitaro no ponto em que se deseja calcular a rotacao e traca-
se o diagrama do momento fletor virtual m, conforme ilustrado na
Figura 166.
245
Figura 166: Viga com momento unitario.
Aplica-se agora o carregamento real na viga e determina-se a equacao
para Mz(x). A partir daı, calcula-se a rotacao como
1 · ∆ =
∫ L
0
mMz
EIzdx. (319)
Neste caso, 1 e o momento virtual unitario.
246
32.4 Exemplo
Para a viga ilustrada na Figura 167, pede-se:
1. a rotacao no ponto C utilizando o princıpio da conservacao de ener-
gia;
2. a rotacao no ponto B atraves do metodo das forcas virtuais.
Figura 167: Exemplo 1.
• Calculo das reacoes∑
Fy = 0 : RAy + RBy = 0,∑
MzA= 0 : 2
3RAy − Mc = 0.
Logo, RAy = −32
McL e RBy = 3
2McL .
Os diagramas da forca cortante e do momento fletor para o carrega-
mento real na viga estao ilustrados na Figura 168.
• A energia de deformacao associada ao carregamento real e dada pela
seguinte expressao
U =1
2E
∫ L
0
M 2z (x)
Iz(x)dx +
1
2G
∫ L
0
V 2y (x)
Kc(x)A(x)dx.
247
Figura 168: Diagramas dos carregamentos reais do Exemplo 1.
Substituindo as equacoes das retas dos diagramas de Vy(x) e de
Mz(x) nos intervalos 0 < x < 2/3L e 2/3L < x < L vem que
U =1
2E bh3
12
(
∫ 2/3L
0
9
4
M 2c
L2dx +
∫ L
2/3L
M 2c dx
)
+1
2Gbh
6
5
(
∫ 2/3L
0
9
4
M 2c
L2dx +
∫ L
2/3L
02dx
)
=10M 2
c
3Ebh3+
9M 2c
10GbhL.
• Aplicando o Princıpio da Conservacao da Energia
We = U1
2Mcθc =
10M 2c
3Ebh3+
9M 2c
10GbhL.
Logo,
1
2Mcθc =
20Mc
3Ebh3+
9Mc
5GbhL.
248
• Considere o sistema auxiliar ilustrado na Figura 299 no qual aplicou-
se um momento virtual em B.
Figura 169: Diagramas dos carregamentos reais do Exemplo 1.
Figura 170: Diagramas dos carregamentos reais do Exemplo 1.
• A variacao da energia de deformacao e dada por
U =1
2E
∫ L
0
mz(x)Mz(x)
Iz(x)dx +
1
2G
∫ L
0
Vy(x)Vy(x)
KcA(x)dx
=12
2Ebh3
∫ 23L
0
(
−3
2
m(x)
L
)(
−3
2
Mc
Lx
)
dx +
249
1
2Gbh
6
5
∫ 23L
0
(
−3
2
m
L
)(
−3
2
Mc
L
)
dx.
Logo,
δU =8
3
mMcL
Ebh3+
5
4
mMc
GbhL.
• Pelo Metodo das Forcas Virtuais
δW = δU → mθz = δU → θb =8
3
McL
Ebh2+
5
4
Mc
GbhL.
250
INTRODUCAO AO METODO DE ELEMENTOS
FINITOS
33 Introducao
• Considera-se aqui problemas descritos por equacoes diferenciais, tais
como:
– Tracao:
dNx(x)
dx= −p(x), EA
d2u(x)
dx2= −p(x);
– Torcao:
dMx(x)
dx= −t(x), GIp
d2θx(x)
dx2= −t(x);
– Flexao:
d2Mz(x)
dx2= q(x), EIz
d4v(x)
dx4= q(x);
• A solucao das equacoes anteriores resultam nas seguintes funcoes
tracao → u(x) e Nx(x);
torcao → θx(x) e Mx(x);
flexao → Vy(x), Mz(x), θz(x), v(x).
• Nem sempre e possıvel resolver as equacoes diferenciais de forma
analıtica. Procura-se entao uma solucao aproximada.
• No exemplo a seguir para uma viga com materiais de modulos de
elasticidade E1 e E2, a solucao da equacao diferencial de flexao
d2
dx
(
E(x)Iz(x)d2v(x)
dx2
)
= q(x).
251
Figura 171: Viga com dois materiais distintos.
nao pode ser feita empregando o procedimento padrao de integracao
de toda a viga.
• Quando nao e possıvel obter uma solucao analıtica v(x), procura-se
uma solucao aproximada denotada por vh(x), em geral, obtida por
um processo de interpolacao.
Figura 172: Soluc oes analıtica e aproximada para um problema de viga.
252
• O erro na aproximacao e dado por
e(x) = v(x) − vh(x).
• O Metodo de Elementos Finitos (MEF) e um procedimento numerico
para a solucao de equacoes diferenciais baseado em interpolacao por
partes.
• Para isso, particiona-se o domınio do problema (comprimento, area
ou volume) num conjunto de nos e elementos denominado malha de
elementos finitos.
• A Figura 173 ilustra uma malha para uma viga de comprimento L.
Figura 173: Dominio discretizado.
• Denomina-se vh(x) como solucao discreta e de solucao contınua v(x)
obtida da solucao da equacao diferencial.
• A medida que o numero de nos cresce o tamanho dos elementos
diminui, a solucao aproximada deve tender a v(x).
v(x) = limh→0
vh(x)
253
34 Programa ANSYS
• O programa ANSYS e baseado na construcao de solucoes aproxi-
madas das equacoes diferenciais empregando o MEF.
• O programa ANSYS posssui 3 modulos principais:
– Pre-processador: usado para a entrada de dados tais como pro-
priedades de materiais e geometricas e a malha de elementos
finitos.
– Solucao: entrada de dados de carregamento, condicoes de con-
torno e tipo de analise. Esses dados completam o modelo discreto
e a partir daı, obtem-se a solucao do problema.
– Pos-processador: mostra os resultados de formas numerica e
grafica.
35 Exemplo de uma Viga Engastada
• Considere a viga engastada da Figura 35.
(a) Viga engastada. (b) Secao transversal.
• Para a solucao analıtica, adota-se o modelo de flexao pura de Euller-
Bernoulli. Considerando-se E (x) = E e Iz (x) = Iz constantes,
254
tem-se
EIzd4v (x)
dx4= q0. (320)
– As condicoes de contorno do problema sao
v (0) = 0;
θz (0) = 0;
Mz (L) = 0;
Vy (L) = 0.
– 1o integracao : Vy (x) = EIzd3v (x)
dx3= q0x + C1;
– 2o integracao : Mz (x) = EIzd2v (x)
dx2=
q0x2
2+ C1x + C2;
– 3o integracao : θz (x) =dv (x)
dx=
1
EIz
(
q0x3
6+
C1x2
2+ C2x + C3
)
;
– 4o integracao : v (x) =1
EIz
(
q0x4
24+
C1x3
6+
C2x2
2+ C3x + C4
)
;
– Aplicando as condicoes de contorno
v (0) = 0 ⇒ C4 = 0;
θz (0) = 0 ⇒ C3 = 0;
Mz (L) = 0 ⇒ C2 =q0L
2
2;
Vy (L) = 0 ⇒ C1 = −q0L.
– As equacoes finais sao
v (x) =1
EIz
(
q0
24x4 − q0L
6x3 +
q0L2
4x2
)
;
255
θz (x) =1
EIz
(
q0
6x3 − q0L
2x2 +
q0L2
2x
)
;
Mz (x) =q0
2x2 − q0Lx +
q0L2
2;
Vy (x) = q0x − q0L.
• A solucao por elementos finitos foi feita com o ANSYS usando dois
modelos. O primeiro modelo utiliza elementos unidimensionais do
tipo viga denominado BEAM3. O segundo modelo analisa a viga
como um corpo solido e emprega o elemento SOLID45.
Foram usadas as seguintes propriedades de material:
modulo de Young E = 21 × 106tf/m2,
coeficiente de Poisson ν = 0, 3.
• Arquivo de entrada do Ansys para modelo unidimensional de viga
com 11 elementos.
!PRE-PROCESSADOR
/PREP7
/TITLE,VIGA - 10 ELEMENTOS
EX,1,21E6 **Modulo de elasticidade do material da viga
ET,1,BEAM3 **Tipo do elemento: viga
R,1,2.25E-2,1.922E-04,30E-2 **Area, Izz, h
N,1,0,0 **Definicao dos nos
N,11,2,0
NPLOT
FILL **Gera nos intermediarios
/PNUM,NODE,1
NPLOT
256
NLIS
E,1,2 **Definicao dos elementos
EGEN,10,1,1,1,1 **Gerao restante dos elementos
/PNUM,ELEM,1
EPLOT
D,1,ALL,0 **Engastado no no 1
**Carga distribuida de -1 t/m na face do elemento 1
EP,1,1,1,0,10,1
/PBC,ALL,1 **Mostracondicoes de contorno
/VIEW,1,1,1,1 **Vistaem perspectiva
EPLO **Plot dos elementos
SAVE **Salva dados
FINI **Abandona prep7
!SOLVER
/SOLU
SOLVE
FINI **Abandona SOLVER
257
Figura 174: Malha 1D de 11 nos.
258
• Arquivo de entrada do Ansys para modelo 3D
!PRE-PROCESSAMENTO
/PREP7
/title,Viga - Geracao Automatica em Volumes
! Material
mp,ex,1,21e6 * E = 210GPa
mp,nuxy,1,0.3 * Coeficiente de Poisson
! Tipo Elemento
et,1,SOLID45 * Elemento Solid45: 3D Isopara. Solid
!Parametros definindo a secao em metros
a=5e-2
b=5e-2
c=25e-2
d=20e-2
!Comprimento da viga em m
len=2
!Valor da carga distribuida em N/m^2
q=5
!Posicoes inicial e final da carga distribuida
xi=0
xf=len
259
!Secao do engaste (x=0)
cc=0
! Keypoints
k, 1, 0, 0 *alma
k, 2, b, 0
k, 3, 0, c
k, 4, b, c
k, 5, -(d-b)/2, c * topo
k, 6, -(d-b)/2, c+a
k, 7, 0, c+a
k, 8, b, c+a
k, 9, b+(d-b)/2, c+a
k, 10, b+(d-b)/2, c
kplot
! Linha para o Vdrag (numero 1)
k,11,0,0,len * kpoint
l,1,11 * linha (no. 1)
/view,1,1,1,1 * Observador em (1,1,1)
kplot
! Areas
a,1,3,4,2 * alma
a,3,5,6,7
a,3,7,8,4 * topo
a,4,8,9,10
aplot
260
! Vdrag (gera volume por extrusao de areas)
vdrag,all,,,,,,1 * areas 1-6 ao longo da linha 1
! Ajusta o modelo gerado
numm,all * executa um merge das entidades
! Controle/Geracao Automatica
lesize,1,,,20 *numero de divisoes ao longo do comprimento
esize,0.02 *tamanho medio do elemento igual a len/10
eshape,2 *geracao com apenas cubos
vmesh,all *gera malha
eplot *grafico da malha gerada
save *Salva dados
fini *Abandona prep7
!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!!
!SOLVER
/solu
! Restricoes
nsel,s,loc,z,cc *seleciona todos os noz com z=0
d,all,all,0 *viga engastada numa extremidade
nall
! Carregamento
! (Carga distribuida de q kgf/cm\symbol{94}2 no topo)
nsel,s,loc,y,a+c
nsel,r,loc,z,xi,xf
sf,all,press,q * pressao nas areas selecionadas
261
nall * seleciona todas as areas
! Transporta B.C. para o mesh
sbctran
! Visualiza
/pbc,all,1
/psf,press,2
eplot
!Resolve modelo
solve
fini **Abandona SOLVER
• A tabela abaixo mostra os deslocamentos nodais obtidos analitica-
mente, atraves do modelo unidimensional e empregando o modelo
solido. A solucoes analıtica e do ANSYS para o modelo unidimen-
sional de vigas coincidem nos pontos nodais. O modelo solido apre-
senta deslocamentos maiores, visto que o seu equacionamento possui
mais informacoes que o modelo unidimensional de viga. Portanto, e
mais flexıvel e permite maiores deflexoes.
262
Figura 175: Modelo tridimensional de viga no Ansys.
263
Figura 176: Tensoes de Von Mises no modelo solido.
264
Distancia (m) Sol.Analıtica (m) Elem.Viga (m) Elem.Solido (m)
0.0 0.00 0.00 0.00
0.2 −9.27 × 10−6 −9.27 × 10−6 −1.22 × 10−5
0.4 −3.46 × 10−5 −3.46 × 10−5 −3.99 × 10−5
0.6 −7.28 × 10−5 −7.23 × 10−5 −8.00 × 10−5
0.8 −1.21 × 10−4 −1.21 × 10−4 −1.29 × 10−4
1.0 −1.76 × 10−4 −1.76 × 10−4 −1.86 × 10−4
1.2 −2.38 × 10−4 −2.35 × 10−4 −2.47 × 10−4
1.4 −2.99 × 10−4 −2.99 × 10−4 −3.10 × 10−4
1.6 −3.64 × 10−4 −3.64 × 10−4 −3.75 × 10−4
1.8 −4.30 × 10−4 −4.29 × 10−4 −4.41 × 10−4
2.0 −4.96 × 10−4 −4.95 × 10−4 −5.07 × 10−4
• A comparacao entre as tensoes no modelo 1D e 3D estao mostradas
na tabela abaixo, para um ponto distante 1,4m da origem na borda
superior da viga.
Modelo 1D Modelo 3D
Tensao de VonMises(
tf/m2)
101, 43 99, 972
Tensao de Tresca(
tf/m2)
101, 43 113, 06
Tensao Uniaxial(
tf/m2)
101, 43 106, 81
• Comparacao entre solucao exata e a solucao por elementos finitos
com discretizacao de 4 nos.
265
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 20
0.2
0.4
0.6
0.8
1
1.2
1.4
1.6
1.8
2Comparação Sol. Exata x Sol. FEM
Distância − m
For
ça C
orta
nte
− tf
sol. exatasol. fem
Figura 177: Forca Cortante.
266
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2−2
−1.5
−1
−0.5
0
0.5Comparação Sol. Exata x Sol. FEM
Distância − m
Mom
ento
Fle
tor
− tf
m
sol. exatasol. fem
Figura 178: Momento Fletor.
267
0 0.2 0.4 0.6 0.8 1 1.2 1.4 1.6 1.8 2−200
0
200
400
600
800
1000
1200Comparação Sol. Exata x Sol. FEM
Distância − m
Ten
são
Nor
mal
− tf
/m2
sol. exatasol. fem
Figura 179: Tensao Normal.
268