Descripción: plano viga, estructura, diseño flexion compresion, calculo
Descripción: diseño de columnas
Descripción: Diseño de Platea de Cimentación
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ejemplo detallado del diseño de una viga de acuerdo al ACI 318 2002Descripción completa
EJERCICIO RESUELTODescripción completa
VIGA POSTENSADADescripción completa
EJERCICIO RESUELTO
Informe del diseño de una viga en sap2000Descripción completa
diseño de viga
Descripción: DISEÑO DE VIGA DE CONCRETO ARMADO
Descripción: Cálculo de desplazamiento en un punto de una viga usando el Método del Trabajo Virtual.
PRE DIMENCIONAMIENTO DE VIGA PRINCIPAL Y SECUNDA SECUNDARIA RIA HECHO POR: Est. ING. CIVIL UNA-PUNO BORIS CHIQUE CALDERON
L1
L1 =
4.3
m
L2 =
3.8
m
2
L2 2
Li
LK
5 .3
5
1
PREDIMENCIONAMIENTO VIGA PRINCIPAL 1.- Calculo de la base (B) L1 B
H=
AT 20
50
2
L2 2
20
Donde: AT: Area tributaria B= B=
25
0.2
=
25
consideramos la base como 25 cm 2.- Calculo de peralte (H)
H
L 11
Donde: L: H=
0.47
luz mayor =
50
consideramos el peralte como 50 cm
PREDIMENCIONAMIENTO VIGA SECUNDARIA 1.- Calculo de la base (B) L1 B
AT
2
L2 2
H=
40 Donde: AT: Area tributaria B=
B=
0.26
=
25
consideramos la base como 25 cm
25
2.- Calculo de peralte (H)
H
L 11
Donde: L:
luz mayor
H= 0.39 = 40 consideramos el peralte como 50 cm PREDIMENCIONAMIENTO VIGA EN CASO QUE SE ENCUENTRE EN EXTEMOS
1.- Hallando el ancho tedrico "a"
a
PPM PPL
=
3.176 1.- Calculo de la base (B) L1 B
H=
AT 20
40
2
L2 2
20
Donde: AT: Area tributaria B= B=
0.26
=
25
consideramos la base como 25 cm
25
2.- Calculo de peralte (H)
H
L 11
Donde: L:
luz mayor
H= 0.39 = 40 consideramos el peralte como 40 cm vigas principales son de : vigas secundarias son de : METRADO DE CARGA CV :Influencia de la losa: CM :Influencia de la losa: Peso propio de la viga : Peso propio del muro : CM TOTAL = CV TOTAL =
Wu =
25X50 25X40 1075 1976 300 2385 4661 1075
8926.5
Kg./m Kg./m Kg./m Kg./m Kg./m Kg./m Kg./m
Kg./m
1 2 LONGITU 5.3 5 CALCULO DE LAS REACCIONES Elemento K K´ FD MED soltar nudos MED 1ra Distribucion 1ra Transformacion
As 6.98 18.12 7.15 13.77 6.21 12.86 6.35 0.53 12.38
E
a 3.73262 9.68984 3.823529 7.363636 3.320856 6.877005 3.395722 0.283422 6.620321
797.1419737 F As Nro 6.56 2 18.3 6 6.73 2 13.5 4 5.81 2 12.6 4 5.95 2 0.48 2 12.1 4
18535 H
G As 6 6 6 6 6 6 6 1 6
2.6567524
HECHO POR: Est. ING. CIVIL UNA-PUNO BORIS CHIQUE CALDERON
Nro
1 2 1 2 2 1 2
As 3 3 4 4 8 3 1 8 3
I
2 4 3 4 2 2 3 3 3
10447.72438
27116
10705.105
9510.0277
20610.935
797
9298.4375
18535
19248.95537
1.-DATOS = 0.9 Fy = 4200 Kg./cm² d = 44 cm f'c = 210 Kg./cm² b = 25 cm Mu(-) = 27116 Kg.-m Mu(+) = 19249 Kg.-m 2.-resolviendo la ecuación cuadratica hallamos "As"
* F y 2 2 AS ( * Fy * d ) AS Mu 0 1.7 * f ' c * b para el diseño lo haremos por vigueta y no por metro lineal calculo de acero positivo:
AS
= 13.532
margen del area 10% = 14.9 -5% = 12.9
Nro
diametro 4 3-Jan As=
Nro
1
diametro 2
13.38 OK!!!
calculo de acero megativo:
AS
= 21.037
margen del area 10% = 23.1 -5% = 20
Nro
diametro 6 4-Jan As=
A
B 63/4 2 5/8
A---A
23/4
Nro
2
21.06 OK!!!
C 63/4 25/8
2 5/8
B---B 43/4 + 15/8
C---C 2 3/4
HECHO POR: Est. ING. CIVIL UNA-PUNO BORIS CHIQUE CALDERON
diametro 2
calculo de diseño de viga a flexion HECHO POR: Est. ING. CIVIL UNA-PUNO BORIS CHIQUE CALDERON A` datos de la viga f`c = 210 Kg./cm² h Fy = 4200 Kg./cm² b = 25 cm A d = 44 cm d` = 6 0.9 b Mu = 19249 Kg.-m S
S
Acero de traccion requerido es de: AS
0.85 * f ´c * b * d
Fy
AS
1
1
f ´c *b * d ²
2 * Mu 0.85 * *
13.532 cm²
Cuantia de armado es de :
As b * d
0.0123 Cuantia balanceada de la seccion :
b b
0.85 * * 1
f ´c
Fy
6300 Fy 6300
0.0217
Cuantia maxima de la seccion max
0.75* b
max 0.50* b max
para zonas sismicas
0.0163 0.0108 para zonas sismicas
dado q la cuantia de armado caculada ( 0.0123 ) supera a la cuantia maxima permisible 0.0108 , se requiere de acero de compresion para poder resistir los momnetos flectores solicitantes 1.-calculo de Momento Flector Maximo que puede resistir unicamente con armadura de traccion la cuantia maxima de armado sin armadura de traccion es: max 0.0108 50 La cantidad de acero maximo permisible para la seccion,sin armadura de compresión, es :
25
As1
11.92 cm²
2.- la altura del bloque de compresión es de :
a
a
As1 * Fy 0.85 * f ´c * b
11.219 El momento flector ultimo resistente
es: Mu 1
Mu1 * As1 * Fy * d Mu1
17297.88
Mu2
Mu2
As2
Mu
Kg.-m
1951.08
a 2
por lo tanto requiere acero de compresion
Mu1
Kg.-m
Mu2 * Fy
* (d
d )
1.36 As2 Acero de traccion total es de :
As
As 2 0.5
As
2.72 cm² Acero de compresion total es de:
As As1 As2 As
13.28
cm²
si suponemos q el acero de compresión tambien entra en fluye Fs' = 4200 Kg./cm² la fuerza de compresión de acero Cs es:
Fs Fy
Cs As * Fs
Cs = 11424 Kg. Por equilibrio de fuerzas horizontales, la fuerza de compresion en el concreto es : donde T As * Fy Cc T Cs Cc = 44352 Kg. La altuta del bloque a de compresión es
Cc
0.85 * f ´c * b
a
9.939
cm
La posión del eje neutro queda definida como : c = 11.693 cm La deformacion unitaria del acero de compresión 0.00146061 s
s
c d
*0.003
c
En vista de que la deformacion unitaria en el acero de conpresión 0.00146061 es inferior a la deformacion unitaria de fluencia 0.002,la parte de compresion no ha entrado en fluencia y su esfuerzo debe de ser corregido mediante la siguiente expresion Fs Es * s ITERACION 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20
El momento ultimo resistente de la seccion se puede calcular con la siguiente expresion:
Mu Cc d
Cs d d 2
a
Mu 19387.98417 En vista de que el momento flector resistente es ligeramente mayor q el momento flector solicitante (hay un exeso de 13903 Kg.-cm se puede efectuar un ajuste de disminucion de acero de traccion y compresion Mu = 13903 Kg.-cm
