MEMORIA DE CALCULO BLOQUE I.pdf

DISEÑO ESTRUCTURAL BLOQUE I Obra:

Región:

"MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN - APURÍMAC"

APURÍMAC

Provincia: ABANCAY

Distrito:

ABANCAY

1.- DATOS Y CONFIGURACIÓN ESTRUCTURAL DEL EDIFICIO ESPECIFICACIONES: Ubicación: Uso: Categoria

Zona 2

A Sistema Estructural:

f`c = 210 Kg/m2 Apurímac

fy = 4200 Kg/m2 Suelo:

Infraestructura Educativa (Salud) Porticos R= 8

S2

Suelos Intermedio

PLANTA BLOQUE I

VISTA PLANTA



Región:

APURÍMAC

Provincia:

Abancay

Distrito:

Abancay

2.- PREDIMENSIONADO - LOSA ALIGERADA De la configuración estructural se tiene:

Longitud Total en Eje X Longitud Total en Eje Y

Nota: Los ejes son referenciales

17.30 m Viga Secundaria 11.70 m Viga Principal

Nota: Por ser condición del trabajo el usar una losa aligerada como diafragma horizontal se utilizara una losa aligerada predimensionada de la siguiente manera: H= L/25 L= Luz Libre de Viguetas H= Ancho de Vigueta: Entre Ejes de Viguetas: De la Norma E.020 Cargas, se tiene:

3.50 m 0.14 m 0.10 m 0.40 m

Tomaremos H=

0.20 m

2.1.- METRADO DE CARGAS. TECHO CARGA MUERTA Acabados CARGA VIVA Techo

100.0 kg/m2 100.0 kg/m2 100.0 kg/m2 (E.020 Carga viva del techo) 100.0 kg/m2

NIVEL 3 CARGA MUERTA Peso del Aligerado (H=20cm) Acabados Piso CARGA VIVA Oficinas CARGA VIVA Corredores y Escaleras

300.0 kg/m2 (E.020 Anexo 1 Pesos Unitarios) 100.0 kg/m2 400.0 kg/m2 250.0 kg/m2 (E.020 Cargas) 250.0 kg/m2 400.0 kg/m2 (E.020 Cargas) 400.0 kg/m2

Peso por metro Lineal, WD= Peso por metro Lineal Oficinas, WL= Peso por metro Lineal Corredor, WL= Wu = 1.4WD + 1.7 WL = NIVEL 2 CARGA MUERTA Peso del Aligerado (H=20cm) Acabados Piso CARGA VIVA Oficinas CARGA VIVA Corredores y Escaleras

160.00 100.00 160.00 496.00

kg/ml kg/ml kg/ml kg/ml


Peso por metro Lineal, WD= Peso por metro Lineal Oficinas, WL= Peso por metro Lineal Corredor, WL= Wu = 1.4WD + 1.7 WL =

160.00 100.00 160.00 496.00


NIVEL 1 CARGA MUERTA Peso del Aligerado (H=20cm) Acabados Piso CARGA VIVA Oficinas CARGA VIVA Corredores y Escaleras


Peso por metro Lineal, WD= Peso por metro Lineal Oficinas, WL= Peso por metro Lineal Corredor, WL= Wu = 1.4WD + 1.7 WL = ASIGNACION DE CARGAS EN LA LOSA (Carga Viva Kg/m2)

160.00 100.00 160.00 496.00


DISEÑO DE LOSA ALIGERADA DATOS h= t= B= b= r= d=

20.00 cm Peralte de la viga 5.00 cm Base de la Viga 40.00 cm Recubrimiento hasta el peralte del acero 10.00 cm long. De viga entre eje 2.00 cm peralte efectivo 18.00 cm f 0.90 LONGITUD DE LOS TRAMOS L1= 3.5 m L2= 3.5 m L3= 3.5 m L4= 3.5 m

B t As(-) b DIRECCION DE ARMADO DE LOSA PROPUESTA

MOMENTO POSITIVO M 1-2 M 2-3 M 3-4 M 4-5

0.25 0.35 0.39 0.35

Tn-m Tn-m Tn-m Tn-m Tn-m

MOMENTO NEGATIVO M1 0.5 Tn-m M2 0.5 Tn-m M3 0.52 Tn-m M4 0.61 Tn-m M5 0.5 Tn-m CORTANTE MAXIMA VMAX 0.88 Tn f'c = 210 Kgr/cm2 f'y = 4200 Kgr/cm2 1.-CALCULO DE LAS AREAS DE ACERO A) MOMENTO NEGATIVO PARA EL APOYO EXTREMO

As min 

M1

0 .7 f ' c  b  d  0.7 x fy ASUMIMOS

a

As * Fy 0.85 * Fc * b

M1(-) = 210

10.00 x 18.00 4200

2 # 3/8 =

As 

1.42

0.5

Tn-m

= 0.4347 cm2 cm2

Mu

f Fy ( d 

TANTEANDO

a ) 2

AS = 0.77 cm2 SE ASUME PARA EL APOYO EXTREMO

As min 

1.27

M4

0 .7 f ' c  b  d  0.7 x fy ASUMIMOS

a

1 # 1/2 =

As * Fy 0.85 * Fc * b

cm2 M4(-) =

210

10.00 x 18.00 4200

1 # 3/8 =

As 

0.71

= 0.4347 cm2 cm2

Mu

f Fy ( d 

TANTEANDO

a ) 2

AS = 0.96 cm2 ASUMIMOS

1 # 1/2 =

1.27

0.61

cm2

MINIMO

Tn-m

As(+)

h

B) MOMENTO POSITIVOS PARA TRAMO 1-2 SI

M 1-2 = 0.25 Tn-m

t Mu  f * 0.85 * Fc * B * t (d  )  2

Mu < Mut 0.25 < 4.98

5 x 15.5 = 4.9802

Tn

5 x 15.5 = 4.98

Tn

5 x 15.5 = 4.98

Tn

primer caso se calcula con B ala de la vigueta

PARA EL TRAMO

a

0.90 x 0.85 x 210 x 40.0 x

0

M 1-2

As * Fy 0.85 * Fc * b

As 

0.25

Tn-m

Mu

f Fy ( d 

TANTEANDO

a ) 2

AS = 0.37 cm2 SE ASUME

"

1 ø 1/2 " + 0 ø 1/2 C-D PARA TRAMO BC SI

=

1.27

+

= 1.27 cm2

OK

M 2-3 = 0.35 Tn-m

t Mu  f * 0.85 * Fc * B * t (d  )  2

Mu < Mut 0.35 < 4.98

0.90 x 0.85 x 210 x 40.0 x


PARA EL TRAMO

a

0

C-D

M 2-3

As * Fy 0.85 * Fc * b

As 

0.35

Tn-m

Mu

f Fy ( d 

TANTEANDO

a ) 2

AS = 0.52 cm2 SE ASUME 1 ø 1/2 " + 0 ø 1/2 PARA TRAMO BC 3-4 SI

Mu < Mut

"

1.27

=

0

= 1.27 cm2 OK

M 3-4 = 0.39 Tn-m

t Mu  f * 0.85 * Fc * B * t (d  )  2

0.39 < 4.98

0.90 x 0.85 x 210 x 40.0 x


PARA EL TRAMO

a

+

3-4

M 3-4

As * Fy 0.85 * Fc * b

As 

Mu

f Fy ( d 

TANTEANDO

a ) 2

AS = 0.60 cm2 SE ASUME 1 ø 1/2 " + 0 ø 1/2 "

=

1.27

+

0

= 1.27 cm2

OK

0.39

2.- VERIFICANDO LOS ENSANCHES Vc < Vu SI 1.18

X=

>

Vc= ф 𝑥 0.53 𝑥 𝑓′𝑐 𝑥𝑏 𝑥 𝑑 =

0.88

𝑉𝑢 𝑥 𝑏 𝑉𝑐

Tn

NO REQUIERE ENSANCHE……..OK 0.88 x 10.0 1.1751

=

0.85 x 0.5 x 14.5 x 10.0 x 18.00 = 1.1751

= 7.48869

se asume

b = 10

cm

ASUMIMOS

1

ACERO TRANSVERSAL POR TEMPERATURA 0.0025 x 10.00 x 5.00 = 0.125

𝐴𝑠𝑡 = 0.0025 𝑥 𝑏 𝑥 𝑡 = ESPACIAMIENTO

@ =

As = As min

cm2

ø 1/4 =

0.32

0.13 x 100.00 = 39.063 cm 0.32 ø 1/4 @ 39.05 ASUMIMOS

ø 1/4 @ # 25

cm cm

ARMADO FINAL Ast = ø

1/4 @

25

cm

B 5 cm =t As(-)

EN PLANTA B 3.5 1 # 1/2 1.2 m

b = 10 cm 3.5 m

C

m

1 # 1/2 + 0 0 0 ACERO NEGATIVO

1.2 m

1 ø 1/2 + 0 ø 1/2 ACERO POSITIVO

h =

As(+)

20.00

D

3.5

1.2 m

1 ø 1/2 + 0 ø 1/2

1.2 m

1.2

1 ø 1/2 + 0 ø 1/2

3.0 ANALISIS DE LA LOSA ALIGERADA EN EL PROGRAMA SAFE V12.0 POR EL METODO DE ELEMENTOS FINITOS 3.1 ANALISIS DeL REFUERZO CON LA COMBINACION DEL RNC

momentos en las viguetas

E

m 1 # 1/2

1 # 1/2 + 0 0

1.2 m

cm

m

cm2

OK

3.1 ANALISIS DE LA DEFORMADA DE LA LOSA PUNTO MAS CRITICO CON LA COMBINACION DEL RNC

3.2 ANALISIS POR EL METODO DE ELEMENTOS FINITOS DE ACERO POSITIVO( BALANCINES) EN LA DIRECCION X

ACERO REQUERIDO = 0.0333 AS+= AS+=

3.33 1.11

1 ø 1/2 " + 1 ø 1/2

cm2/cm cm2/m cm2/viguea

"

=

#viguetas/m = 1.27

+

1.27

3 = 2.54 cm2

OK

3.3 ANALISIS POR EL METODO DE ELEMENTOS FINITOS DE ACERO NEGATIVO( ABAJO) EN LA DIRECCION X

IMAGEN DE APOYO PARA VISUALIZAR EL REQUERIMIENTO DEE ACERO EN EL EJE( VER MOMENTOS) ACERO REQUERIDO = 0.0372 cm2/cm 3.72 1.24

AS+= AS+=

1 ø 1/2 " + 0 ø 3/8

cm2/m cm2/viguea

"

=

#viguetas/m = 1.27

+

0

3 = 1.27 cm2

OK

3.4 ANALISIS POR FRANJAS DE DISEÑO, CALCULO DE ACERO REQUERIDO PARTE SUPERIOR ( EJE, BALANCINES) EN LA DIRECCION X ARMADO FINAL

B As(-)

As(+) b

=

1.27

+ 1.27 = 2.54 cm2 OK

As(+) 1 ø 1/2 " + 0 ø 3/8

"

=

1.27

+

ESTRIBAMIENTO CON "S" @ 0.25 EN EJES 1AL 9

As(+) b

"

0

= 1.27 cm2 OK

3.5 ANALISIS POR CORTANTE DE LA LOSA ALIGERADA EN LA DIRECCION X

B As(-)

As(-) 1 ø 1/2 " + 1 ø 1/2

MEMORIA DE CALCULO BLOQUE 01 PREDIMENSIONADO - VIGAS

Longitud Viga Principal Longitud Viga Secundaria

4.48 3.50

m m

VIGAS TECHO VIGAS PRINCIPALES WL Sobrecarga

=

100.00 Kg/m2

WD Peso Techo WD Peso acabado WD Tabiquería

= = =

300.00 Kg/m2 100.00 Kg/m2 30.00 Kg/m2

WD Carga Muerta Wu

CV

1.40 CM

+

CV

0.0300 Kg/cm² 0.0100 Kg/cm² 0.0030 Kg/cm²

430.00 Kg/m2 =

0.0100 Kg/cm²

CM

0.0430 Kg/cm²

CM

1.70 CV

Reemplazando:

h

Ln

=

b

=

B

=

Wu

Ln  4     w  u  

=

=

0.0772

Kg/cm²

Ln 14.396

Longitud Libre B 20 Dimensión Transversal Tributaria Redondeo

h

=

4.48 14.40

b

=

3.50 20

=

0.31

m

0.50

m

=

0.18

m

0.25

m

No necesita verificar por deflexión

VIGAS SECUNDARIAS WL Sobrecarga

=

100.00 Kg/m2

WD Peso techo WD Peso acabado WD Tabiquería

= = =

300.00 Kg/m2 100.00 Kg/m2 30.00 Kg/m2

WD Carga Muerta Wu

CV

1.40 CM

+

CV

0.0300 Kg/cm² 0.0100 Kg/cm² 0.0030 Kg/cm²

430.00 Kg/m2 =

0.0100 Kg/cm²

CM

0.0430 Kg/cm²

CM

1.70 CV

Reemplazando:

h

Wu

Ln  4     w  u  

=

=

0.0772

Kg/cm²

Ln 14.396

Ln

=

b

=

B

=

Dimensión Transversal Tributaria

h

=

3.50 14.40

=

0.24

m

0.40

m

b

=

3.03 20

=

0.15

m

0.25

m

Longitud Libre B 20

Redondeo No necesita verificar por deflexión

VIGAS SEGUNDO NIVEL VIGAS PRINCIPALES WL Sobrecarga

=

300.00 Kg/m2

WD Peso aligerado WD Peso acabado WD Tabiquería

= = =

300.00 Kg/m2 100.00 Kg/m2 100.00 Kg/m2

WD Carga Muerta Wu

500.00 Kg/m2 =

1.40 CM

+

CV

0.0300 Kg/cm² 0.0300 Kg/cm² 0.0100 Kg/cm² 0.0100 Kg/cm²

CM

0.0500 Kg/cm²

1.70 CV

Reemplazando:

h

Ln  4     w  u  

Ln

=

Longitud Libre

b

=

B 20

Wu =

Ln 11.499

CV

=

0.1210

Kg/cm²

CM

B

=


h

=

4.48 11.50

=

0.39

m

0.50

m

b

=

3.50 20

=

0.18

m

0.25

m

Redondeo No necesita verificar por deflexión

Asumiremos Vigas Principales de 0.5 x 0.25 mts VIGAS SECUNDARIAS WL Sobrecarga

=

300.00 Kg/m2

WD Peso aligerado WD Peso acabado WD Tabiquería

= = =

300.00 Kg/m2 150.00 Kg/m2 90.00 Kg/m2

WD Carga Muerta Wu

CV

1.40 CM

+

CV

0.0300 Kg/cm² 0.0150 Kg/cm² 0.0090 Kg/cm²

540.00 Kg/m2 =

0.0300 Kg/cm²

CM

0.0540 Kg/cm²

CM

1.70 CV

Reemplazando:

h

Wu

Ln  4     w  u  

=

=

0.1266

Kg/cm²

Ln 11.242

Ln

=

b

=

B

=


h

=

3.50 11.24

=

0.31

m

0.40

m

b

=

3.03 20

=

0.15

m

0.25

m

Longitud Libre B 20

Redondeo

Asumiremos Vigas Secundarias de 0.4 x 0.25 mts Techo Principal Secundaria

0.50 0.40

x x

0.25 0.25

Segundo Nivel Principal Secundaria

0.50 0.40

x x

0.25 0.25

No necesita verificar por deflexión

""MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN - APURÍMAC"

PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA PRINCIPAL B-6 PREDIMENCIONAMIENTO DEL PERALTE DE LA VIGA

h=

𝐿𝑛 4 𝑊𝑢

=

Donde : Ln = Longitud mas larga de las vigas de la estructura entre ejes Wu = Carga por Unidad de Area h = PERALTE DE LA VIGA

EL PERALTE DE LA VIGA PUEDE ESTAR ENTRE

h=

𝐿𝑛 10 𝑎 12

=

METRADO DE CARGAS PARA PRE DIMENSIONAMIENTO METRADO DE CARGAS VIVIENDAS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME Peso de Loza aligerada Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza METRADO DE CARGAS EN OFICINAS Y DEPARTAMENTOS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME Peso de Loza aligerada Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza METRADO DE CARGAS EN GARAJES Y TIENDAS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME Peso de Loza aligerada Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza

300= Kg/m2 100 = Kg/m2 150= Kg/m2 Wd = 600 Kg/m2

300= Kg/m2 100 = Kg/m2 150= Kg/m2 Wd = 600 Kg/m2

300= Kg/m2 100 = Kg/m2 0 = Kg/m2 Wd = 450 Kg/m2

METRADO DE CARGAS DEPOSITOS ALMACENES Y BIBLIOTECAS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME 300= Kg/m2 Peso de Loza aligerada 100 = Kg/m2 Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza =0 Kg/m2 Wd = 450 Kg/m2

Sobre Carga Wl = 200 Kg/m2


Sobre Carga Wl = 250 Kg/m2 .


h=Ln/((10 a 12) )= PERALTE DE LA VIGA

h=

𝐿𝑛 10 𝑎 12

=

4.48 = 0.39 11.50

PREDIMENSIONAMIENTO DEL ANCHO DE LA VIGA 𝐿1 𝐿2 3.5 + 3.5 𝐴𝑁𝐶𝐻𝑂 𝑇𝑅𝐼𝐵𝑈𝑇𝐴𝑅𝐼𝑂 + b= = 2 2= 2 2 20 20 20 ASUMIMOS b = 0.25 m

ASUMIMOS

h = 0.50 m

= 0.18 m

OBS. Aumentar el ancho de la base si no cumple con el control de deflexiones con el anterior valor DISEÑO DE VIGA DOBLEMETE REFORZADA DEL EJE

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 1260 Kg/m2 𝐿𝑛

h=

=

4 𝑊𝑢

𝐿𝑛

=

4 1260

Ln Kg/cm2 11.3

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 1350 Kg/m2 𝐿𝑛

h=

=

4 𝑊𝑢

𝐿𝑛 4 1260

=

Ln Kg/cm2 10.9

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 1575 Kg/m2

h=

𝐿𝑛 4 𝑊𝑢

𝐿𝑛

=

4 1260

=

Ln Kg/cm2 10.1

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 2025 Kg/m2

h=

𝐿𝑛 4 𝑊𝑢

=

𝐿𝑛 4 1260

= Ln Kg/cm2 8.9


PREDIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA PRINCIPAL B-6 DISEÑO DE VIGA DOBLEMETE REFORZADA DEL EJE DATOS h= b= r= L= d= d' =

"EJE 2 B-6"

d' 50 25 6 4.23 44 6

cm cm cm cm cm cm

Peralte de la viga Base de la Viga Recubrimiento hasta el peralte del acero long. De viga entre eje peralte efectivo

As' =?

d = 44 cm

h = 50 cm

r=

As =?

MOMENTO ULTIMO (Calculo computacional) 9.24 Tn-m Momento Negativo Mu(-) = 4.34 Tn-m Momento Positivo Mu(+) = ESPECIFICACIONES f'c = 210 Kgr/cm2 f'y = 4200 Kgr/cm2

β1

b = 25 cm B

0.85

DETERMINACION SI LA VIGA REQUIERE ACERO EN COMPRESION

Pb  B1 * 0.85

Fc  6000    Fy  6000 FY 

= 0.85 x 0.85 x 210 x 0.59 4200

= 0.0213

CUANTIA MAXIMA

P max  0.50* Pb

= 0.5 x 0.0213 = 0.0107

CUANTIA DE ACERO MAXIMO Asmax = P max x b x d = 0.0107 x 25 x 44 = 11.72 cm2

a

As * Fy 0.85 * Fc * b

=

11.7 x 4200 0.85 x 210 x 25

=

11.03 cm

Muc = ф x As max x fy x (d - a/2) = 0.9 x 11.0 x 4200 x 38.48 = 16.05 Tn-m SE DEBE BERIFICAR Muc > Mu 16.05 > 4.34 Tn-m

NO REQUIERE ACERO EN COMPRESION diseñar como viga simple reforzada con acero minimo en compresion

ACERO MINIMO EN COMPRESION

𝐴𝑠𝑚𝑖𝑛 =

14 𝑥𝑏𝑥𝑑 = 𝑓𝑦

14 x 25 x 44 4200

= 3.667 cm2

CALCULO DE LAS AREAS DE ACERO ACERO NEGATIVO Mu (-) M u(tn-m)

f ()

2

f y (kg/cm ) d (cm) 2 f' c (kg/cm ) b (cm)

9.24 Tn-m 9.24 0.9 4200 44 210 25

2

A s (cm ) = 5.93 OBJETIVO 0.0 OK

As min 

0 .8 f ' c  b  d fy

210 x 4200

0.8 x

 =

3.04

cm2

ASUMIMOS

ACERO EN TRACCION 3 ø 5/8 " + 1 ø

5/8

"

=

5.94

+ 1.98 = 7.9

cm2 OK

25 x 44


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA PRINCIPAL B-6 ACERO NEGATIVO Mu (+)

4.34 0.9 4200 44 210 25

M u(tn-m)

f ()

2 f y (kg/cm )

d (cm) 2 f' c (kg/cm ) b (cm) A s (cm2)

4.34 Tn-m

As min 

0 .8 f ' c  b  d fy

210 x 4200

0.8 x



cm2

3.04

=

25 x 44

= 2.69 OBJETIVO 0.0 OK ACERO EN COMPRESION 2 ø 5/8 " + 1 ø

5/8

"

=

3.96

+ 1.98 = 5.9 cm2

OK

COMPROBANDO EL TIPO DE FALLA DE LA VIGA CUANTIA DE ACERO EN TRACCION  

As  b  d

7.92 25 x 44

 d '  6000  fy   fs  60001       d  6000  

CUANTIA DE ACERO EN COMPRESION = 0.007

5.94 25 x 44 As    b  d EL ACERO SI FLUYE

4609.1 Kgr/cm2

SE DEBE COMPROBAR

  0 .5  b  

0.007 < 0.0186

= 0.005

fs fy

……………………FALLA SUB- REFORZADA………………….BIEN!

1

2

4.23 m 1 ø

5/8

"

A

2 ø

2 ø 5/8 " + 1 ø

5/8

B

2 ø

5/8

1 ø 5/8 "

SECCION A-A

5/8

m

" C

0.78

C

2 ø 5/8 " + 1 ø

"

h = 50 cm

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 0 ø 5/8 "

1ø 1.20

3 ø 5/8 "

"

"

B

1.20 m

A

5/8

5/8

h = 50 cm

3 ø

b = 25 cm 5/8 " + 1 ø 5/8 " SECCION B-B

" h = 50 cm

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 0 ø 5/8 " SECCION C-C


DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA EJE PRINCIPAL B-6 ANALISISPREDE LA VIGA DOBLEMENTE REFORZADA DATOS h= b= r= L= d= d' =

50 25 4 4.23 46 6

cm cm cm cm cm cm

MOMENTO ULTIMO Mu(-) =

2 ø 5/8 " + 1 ø


5/8

"EJE 2 B-6" " = 5.9 cm2

h = 50 cm

(Calculo computacional)

9.24

Tn-m

Momento Positivo

f'c = f'y =

210 4200

Kgr/cm2 Kgr/cm2

A's = As =

5.94 7.92

cm2 cm2

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø

0.85

β1

5/8

" = 7.9 cm2

Acero en compresion Acero en Traccion

ANALISIS DE LA VIGA Pb  B1 * 0.85

Fc  6000    Fy  6000 FY 

= 0.85 x 0.85 x 210 x 0.59 4200

= 0.0213

CUANTIA MAXIMA

P max  0.50* Pb  d '  6000  fy   fs  60001       d  6000  

𝐴𝑠2 = 𝐴′ 𝑠 ∗

a

𝑓𝑠 = 𝑓𝑦

= 0.5 x 0.0213 = 0.011

4669.5652

5.9 x 4200 4670

( As  As2) * Fy 0.85* Fc *b

=

Kgr/cm2

= 5.3427 cm2

7.9 - 5.34 x 4200

=

0.85 x 210 x 25

2.426

cm

MOMENTO ULTIMO RESISTENTE

  a  Muc  f *  fy( As  As2) d    fy * A' s(d  d ' ) 2    Muc

= 0.9 x(( 4200 x ( 7.9 - 5.9 ) x ( 46 - 1.21 )+ 4200 x( 46 - 6 )) = 12.33 Tn-m Mu

< Muc

9.24

< 12.3

………………….BIEN

COMPROBANDO EL TIPO DE FALLA DE LA VIGA CUANTIA DE ACERO EN COMPRESION

CUANTIA DE ACERO EN TRACCION  

As  b  d

COMPROBANDO

7.92 25 x 46

= 0.007

 

  0 .5  b  

0.007 <

0.023

As  b  d

5.94 25 x 46

= 0.005

fs fy

……..FALLA SUB- REFORZADA…….BIEN¡


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA PRINCIPAL B-6

DISEÑO DE LOS ESTRIBOS DE LA VIGA DOBLEMENTE REFORZADA DEL EJE DATOS h= b= r= L= d= d' =

50 25 6 4.23 44 6

cm cm cm cm cm cm

Peralte de la viga Base de la Viga Recubrimiento hasta el peralte del acero long. De viga entre eje peralte efectivo (Calculo computacional)

FUERZA CORTANTE ULTIMO 4.72

VU = f'c = f'y =

Tn

210 4200

"EJE 2 B-6"

h = 50 cm

r

1

Momento Positivo

b = 25 cm

2

Kgr/cm2 Kgr/cm2 L = 4.23 m

GRAFICA DEL DIAGRAMA DE CORTE CON SECCIONES

VU

Vu1

Vu2

Vu3

ZONA 1 ZONA 2 d

2d

0.75

Vu4

ZONA 3 ZONA 4 0.75

R

L/2 VU Vu1 Vu2 Vu3

4.72 3.74 2.76 1.08

Tn Tn Tn Tn

1.- CALCULO DEL CORTANTE NOMINAL MAXIMO

Vc  f  0.53 f ' cbd  VERIFICANDO

0.85 x 0.53

210 x 25 x

44 = 7.18

Tn

Vu1 > Vc 3.74 > 7.2

NO REQUIERE ESTRIBO…... ESPACIAMIENTO NORMA

CHEQUEO DEL CORTE MAXIMO El valor critico esta a "d", entonces 𝑉𝑢

Vact= 𝑏𝑥𝑑 = esfuerzo maximo VERIFICANDO

3.7 x 1000 25 x 44

= 3.4 Kgr/cm2

Vc  f  2 . 1

f 'c 

0.85 x 2.1 x

Vact < Vmax 3.3982 <

25.87

No requiere redimensionar…ok!

210

=

25.87

Tn


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA PRINCIPAL B-6 2.- CALCULO DEL CORTE QUE ABSORVE EL CONCRETO

Vc  f  0.53 f ' cbd 

0.85 x 0.53 x

210 x

25 x 44 = 7.18

Tn

3.-ANALISIS TENTATIVO DE ESTRIBAJE 3.7 - 7.2 = -3.44 Tn

Vs= 𝑉𝑢 − 𝑉𝑐 =

USAREMOS ESTRIBOS DE Φ 3/8"

S

f * Av * fy * d Vs observacion

S =

= 0.71 cm2

Av = 2 x 0.71 = 1.42 cm2

0.85 x 1.42 x 4200 x 44 -3.44 x 1000



< 10 cm

-64.78

= -64.782 cm

usar espaciamiento minimo de la norma

4.- ANALISIS DE LA ZONA 1 ( ZONA CONFINADA) USAREMOS ESTRIBOS DE Φ 3/8"

S

= 0.71 cm2

f * Av * fy * d  Vs

Av = 2 x 0.71 = 1.42 cm2

0.85 x 1.42 x 4200 x 44 -3.44 x 1000

= -64.782 cm 5 # # # # # #

Φ 3/8 " @ 20 cm

ASUMIMOS

COMPARAMOS CON EL ESPACIAMIENTO MAXIMO

Smax= POR OTRO METODO

V ' c  f  1 .1

Smax =

 f ' c  *b * d

comparacion

Vu1 <

POR SER CONFINADA Smax

= d/6 = 44 6

38

cm

Vu < V'u

= ǿ x 1.1

f'c x

Smax = d/2 O' 60 cm

SI

Vu > V'u

= ǿ x 1.1

f'c x

Smax = d/4

 0.85 x 1.1

14.90

210 x 25 x 44 Smax

= d/2

Smax

= 44 2

=

14.90

Tn

= 22 cm

L confinada = 2 x h = 100 cm = 7.333

COMPARANDO ASUMIMOS

=

SI

V'u

3.7 <

1.42 0.0015 x 25

𝐴𝑣 = 0.0015 𝑥 𝑏

cm

Smax = 7.33 cm

2 Φ 3/8 " @ 5 cm 10 Φ 3/8 " @ 10 cm

asumimos : bien

8 cm por ser mas comercial 1 2 3 4 5 6 7 8 9 # #

# #



4.- ANALISIS DE LA ZONA 2 Vu2 = 2.8 Tn


ASUMIMOS

2.76 - 7.2

= -4.43

Tn

….NO REQUIERE ESTRIBO ¡

R Φ 3/8 " @ 20 cm

ARMADO DE ESTRIBOS

1

2

4.23 m A

100 cm

A 2 10 R R

Φ3/8 @ 0.05 @ 0.10 @ 0.15 @ 0.15

B

B

100.0 cm

2 10 R R

@ @ @ @

Φ3/8 0.05 0.10 0.15 0.15

C

C

# # # # # # # # # # R


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA PRINCIPAL B-6 CONTROL DE AGRIETAMIENTO DE LA VIGA DOBLEMENTE REFORZADA DEL EJE DATOS h= b= r= L= d= d' =

50 25 6 4.23 44 6

cm cm cm cm cm cm

MOMENTO ULTIMO 9.24

Mu(+) =

2 ø 5/8 " + 1 ø


"EJE 2 B-6"

5/8

" = 5.9 cm2

h = 50 cm

(Calculo computacional) Tn-m

Momento Positivo

f'c = f'y =

210 4200

Kgr/cm2 Kgr/cm2

A's = As =

5.94 7.92

cm2 cm2

β1

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø

0.85

5/8

" = 7.9 cm2


POR MEDIO DEL CRITERIO DE GERCELEY-LUTZ

n=

𝐸𝑠 𝐸𝑐

2100000 15000 210

=

=

9.7

a) FISURAMIENTO EN LA FIBRA MAS TENSIONADA ΣMo = o0 :

𝑏𝑥

𝑐2 = 𝐴𝑠 𝑥 𝑛 𝑥 (𝑑 − 𝑐) 2

c =

13.63

25 x 2

cm

= 7.92 x

9.7

x ( 44 - c )

h2 Ψ = h1

36.37 - 6 = 30.37 cm

𝑏 𝑥 2𝑟 = 25 x 12 = 𝐴= 5Φ 𝑁𝑟𝑜 𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠

60

36.37 = 30.37

= 1.20

b

c

cm2

EN d-c

fs = 0.60* fy

= 0.6 x 4200 = 2520 kgr/cm2

n*As

W_max 𝑊𝑚𝑎𝑥 = (𝑡𝑏 𝑥 𝐴)1/3∗ Ψ x fs x 10−6 = (

6 x 100 ) ^ 1/3 x 1.20 x 2520 x 1.00E-06 = 0.0255 cm

VERIFICAMOS W_max <

Wnorma

0.2545 <

0.3

mm

…BIEN CUMPLE LA NORMA DE FISURAMIENTO

B) PARA EL REFUERZO EN TENSION

𝑊𝑚𝑎𝑥 =

(𝑡𝑏 𝑥 𝐴)1/3 1+

2𝑡𝑠 3ℎ1

x fs x 10−6 =

objetivo

…..OK

h2 = h-c = 50 - 13.6 = 36.37 cm h1 = h2 - r =

C2

( 6 x 60 )^ 1/3 1 + 8 3 x 30.37

x 2520 x 1E-06 = 0.0165 cm

W_max ""MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN - APURÍMAC"


VERIFICAMOS W_max

<

0.1648 <

Wnorma 0.3

mm


CRITERIO ACI- 93

Z= 𝑓𝑠 𝑥 (𝑡𝑏 𝑥 𝐴)1/3

=

2520 x ( 6 x 60 )^ 1/3

= 17927 kgr/cm2

PARA ELEMENTOS INTERIORES

17927

<

31000

…..BIEN CUMPLE LA NORMA DE FISURAMIENTO MINIMO


17927

<

26000



PRE- DIMENSIONAMIENTO DEREFORZADA LA VIGADEL PRINCIPAL B-6 CONTROL DE DEFLEXIONES DE LA VIGA DOBLEMENTE EJE DATOS h= b= r= L= d= d' = L=

50 25 6 4.23 44 6 3.98

cm cm cm m cm cm m

MOMENTO ULTIMO 9.24

Mu(+) = f'c = f'y =

210 4200

A's = As = DL LL

5.94 7.92 2.00 2.10

2 ø 5/8 " + 1 ø


5/8

"EJE 2 B-6"

" = 5.9 cm2

h = 50 cm


Momento Positivo β1

Kgr/cm2 Kgr/cm2

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø

0.85

5/8

" = 7.9 cm2

cm2 Acero en compresion cm2 Acero en Traccion Tn-m Carga muerta Tn-m Carga viva

CALCULO DE LA DEFLEXION INMEDIATA Δi =? POR EL CRITERIO DE LA NORMA E-60

n=

𝐸𝑠 𝐸𝑐

=

2.1E+06 15000 210

2.1 𝑥 𝐸+6 = 15000∗√𝑓′ 𝑐

=

9.66

PARA SECCIONES RECTANGULARES DOBLEMENTE REFORZADAS

b x 𝑐2 + 2𝑛 − 1 𝑥𝐴𝑠 ′ 𝑥 𝑐 − 𝑑′ = 𝑛 𝑥 𝐴𝑠 𝑑 − 𝑐 = 2

c Ie=

b x 𝑐3 3

+ 𝑛 𝑥 𝐴𝑠 𝑑 − 𝑐

Ie = 96668.72

∆𝑖 =

= 11.991 2

objetivo

cm

…..OK

+ 2𝑛 − 1 𝑥𝐴𝑠 ′ 𝑥 𝑑 − 𝑐

2

=

cm4 5 x 2.48 x 250.92 = 384 x 217371 x 96668.716

5 𝑥𝑊 𝑥𝐿4 = 384 𝐸𝐼

0.39

cm

POR EL CRITERIO ACI 83

Ie=

𝑀𝑐𝑟 3 𝑥 𝑀𝑎

Mcr=

Ma=

𝐼𝑔 + 1 −

2 𝑥 𝑓′ 𝑐 𝑥 𝐼𝑔 = 𝑦1

𝑊 𝑥𝐿2 = 8

𝑀𝑐𝑟 3 𝑀𝑎

donde

𝑥 𝐼𝑡 =

2 x 210 ^ 1/2 x 2.60E+05 = 25

2.48 X 3.98 ^ 2 8

Ig=

= 4.91 Tn-m

3019.0 Kgr-m

𝑏𝑥ℎ3 12

=

25

x 50 ^ 3 12

= 2.60E+05 cm2


INERCIA DE LA SECCION TRANSFORMADA PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA PRINCIPAL B-6 Σ M

EN

= 0

c


EN


c It =Ie=

b x 𝑐3 3

= 11.991

d-c

cm


Ie = 96668.72

2

b

n*As

+ 2𝑛 − 1 𝑥𝐴𝑠 ′ 𝑥 𝑑 − 𝑐

2

=

cm4

D e lo, anterior se deduce que la inercia de la seccion transformada del metodo Aci-83 es identica a la equivalente E-60

Ie=


∆𝑖 =

𝐼𝑔 + 1 −

5 𝑥 𝑊𝐿4 = 384 𝐸𝐼


𝑥 𝐼𝑡 =

134722.477 cm4

5 x 2.48 x 3.98 ^ 4 384 x 217371 x 134722

= 0.277

cm

CALCULO DE LA DEFLEXION DIFERIDA

Tiempo de flujo plastico HASTA 3 MESES HASTA 6 MESES HASTA 12 MESES 2 AÑOS A MAS

POR EL CRITERIO NORMA E-60 Y ACI

ƛ=

𝐹 1 + 50 𝑥 (𝜌′ )

∆𝑑 = ƛ 𝑥

𝐷+%𝐿 x 𝐷+𝐿

F 1.00 1.20 1.40 2.00

∆𝑖

ƛ =

2.00 1 + 50 x 0.005

= 1.59

Δ d = 1.59 x

2.00 + 0.3 x 2.10 2.00 + 2.10

x 0.39 =

0.39

cm

NORMA E-60

ƛ =

2.00 1 + 50 x 0.005

= 1.59

Δ d = 1.59 x

2.00 + 0.3 x 2.10 2.00 + 2.10

x 0.28 =

0.28

cm

NORMA ACI

VERIFICAMOS SI LA DEFLEXION ES ADMISIBLE

𝛿=

𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 =

2.10 2.00 + 2.10

X 0.39 = 0.1975 cm

𝛿=

𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 =

2.10 2.00 + 2.10

X 0.28 = 0.1417 cm

DEFLEXIONES ACTUANTES ADMISIBLES

𝛿𝐴𝐶𝑇 =

𝐿 360

VERIFICANDO

=

3.98 360

𝛿

= 1.1056 cm

<

0.1417 <

𝛿𝐴𝐶𝑇 1.1055556 cm

BIEN

NORMA E-60

NORMA ACI - 83


VARIANTE SI FUERSE UN ENTRE PISO


𝛿=

%𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 +∆𝑖d =

0.7 x 2.10 2.00 + 2.10

x 0.39 + 0.39 = 0.531 cm

NORMA E-60

𝛿=

%𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 +∆𝑖d =

0.7 x 2.10 2.00 + 2.10

x 0.28 + 0.28 = 0.381 cm

NORMA ACI - 83

DEFLEXION ADMISIBLE ACTUANTE

𝛿𝐴𝐶𝑇 =

𝐿 240

VERIFICANDO

=

398 240

𝛿 < 0.531 <

=

1.65833

𝛿𝐴𝐶𝑇 1.658 cm

cm

………..BIEN


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA SECUNDARIA PREDIMENCIONAMIENTO DEL PERALTE DE LA VIGA h=

𝐿𝑛 4 𝑊𝑢

=

Donde : Ln = Longitud mas larga de las vigas de la estructura entre ejes Wu = Carga por Unidad de Area h = PERALTE DE LA VIGA

EL PERALTE DE LA VIGA PUEDE ESTAR ENTRE

h=

𝐿𝑛 10 𝑎 12

=

METRADO DE CARGAS PARA PRE DIMENSIONAMIENTO METRADO DE CARGAS VIVIENDAS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME Peso de Loza aligerada Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza METRADO DE CARGAS EN OFICINAS Y DEPARTAMENTOS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME Peso de Loza aligerada Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza METRADO DE CARGAS EN GARAJES Y TIENDAS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME Peso de Loza aligerada Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza

350 = Kg/m2 100= Kg/m2 150= Kg/m2 Wd = 600 Kg/m2

350 = Kg/m2 100= Kg/m2 150= Kg/m2 Wd = 600 Kg/m2

350 = Kg/m2 100= Kg/m2 0= Kg/m2 Wd = 450 Kg/m2

METRADO DE CARGAS DEPOSITOS ALMACENES Y BIBLIOTECAS CARGAS PERMANENTES(Wd, Pd) CARGA DISTRIBUIDA UNIFORME 350 Peso de Loza aligerada = 100= Piso Terminado Muro de Ladrillo Cabeza =0 Wd = 450

Kg/m2 Kg/m2 Kg/m2 Kg/m2



Sobre Carga

𝐿𝑛 10 𝑎 12

=

3.50 = 0.32 10.80

PREDIMENSIONAMIENTO DEL ANCHO DE LA VIGA 𝐿1 𝐿2 4.4 + 2.2 𝐴𝑁𝐶𝐻𝑂 𝑇𝑅𝐼𝐵𝑈𝑇𝐴𝑅𝐼𝑂 + b= = 2 2= 2 2 20 20 20 ASUMIMOS b = 0.25 m

ASUMIMOS


OBS. Aumentar el ancho de la base si no cumple con el control de deflexiones con el anterior valor DISEÑO DE VIGA DOBLEMETE REFORZADA DEL EJE

=

4 𝑊𝑢

𝐿𝑛

=

4 1260

Ln Kg/cm2 11.3

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 1350 Kg/m2 𝐿𝑛

h=

=

4 𝑊𝑢

𝐿𝑛 4 1260

=

Ln Kg/cm2 10.9

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 1575 Kg/m2 h=

h = 0.40 m

= 0.17 m

𝐿𝑛

h=

Wl = 450 Kg/m2

h=Ln/((10 a 12) )= PERALTE DE LA VIGA h=

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 1260 Kg/m2

𝐿𝑛 4 𝑊𝑢

𝐿𝑛

=

4 1260

=

Ln Kg/cm2 10.1

Wu = 1.5 x Wd + 1.8 x Wl = 2025 Kg/m2 h=

𝐿𝑛 4 𝑊𝑢

=

𝐿𝑛 4 1260

= Ln8.9 Kg/cm2


PREDIMENSIONAMIENTO DE LA DEL VIGAEJE SECUNDARIA DISEÑO DE VIGA DOBLEMETE REFORZADA DATOS h= b= r= L= d= d' =

"EJE C B51"

d' 40 25 6 3.25 34 6

cm cm cm cm cm cm


As' =?

d = 34 cm

h = 40 cm

r=

As =?

MOMENTO ULTIMO (Calculo computacional) 10.05 Tn-m Momento Negativo Mu(-) = 10.5 Tn-m Momento Positivo Mu(+) = ESPECIFICACIONES f'c = 210 Kgr/cm2 f'y = 4200 Kgr/cm2

β1

b = 25 cm

0.85

DETERMINACION SI LA VIGA REQUIERE ACERO EN COMPRESION Pb  B1 * 0.85

Fc  6000    Fy  6000 FY 

= 0.85 x 0.85 x 210 x 0.59 4200

= 0.0213

CUANTIA MAXIMA

P max  0.50* Pb

= 0.5 x 0.0213 = 0.0107

CUANTIA DE ACERO MAXIMO Asmax = P max x b x d = 0.0107 x 25 x 34 = 9.06 cm2

a

As * Fy 0.85 * Fc * b

=

9.1 x 4200 0.85 x 210 x 25

=

8.53

cm

Muc = ф x As max x fy x (d - a/2) = 0.9 x 8.5 x 4200 x 29.7 = SE DEBE BERIFICAR Muc > Mu 9.58 > 10.5 Tn-m

9.58 Tn-m

SI REQUIERE ACERO EN COMPRESION

ACERO MINIMO EN COMPRESION 𝐴𝑠𝑚𝑖𝑛 =

14 𝑥𝑏𝑥𝑑 = 𝑓𝑦

14 x 25 x 34 4200

= 2.83 cm2

CALCULO DE LAS AREAS DE ACERO ACERO NEGATIVO Mu (-) M u(tn-m) f () 2 f y (kg/cm ) d (cm) 2 f' c (kg/cm ) b (cm)

10.1 Tn-m 10.05 0.9 4200 34 210 25

2 A s (cm ) = 8.92 OBJETIVO 0.0 OK

As min 

0 .8 f ' c  b  d fy

210 x 4200

0.8 x

 =

2.35

cm2

ASUMIMOS

ACERO EN TRACCION 3 ø 5/8 " + 2 ø

5/8

"

=

5.94

+ 3.96 = 9.9

cm2 OK

25 x 34


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA SECUNDARIA ACERO NEGATIVO Mu (+)

10.5 0.9 4200 34 210 25

M u(tn-m) f () 2 f y (kg/cm ) d (cm) 2 f' c (kg/cm ) b (cm) A s (cm2)

10.5 Tn-m

As min 

0 .8 f ' c  b  d fy

210 x 4200

0.8 x

 =

25 x 34

cm2

2.35

= 9.39 OBJETIVO 0.0 OK VER PLANO

ACERO EN COMPRESION 3 ø 5/8 " + 2 ø

5/8

"

=

5.94

+ 3.96 = 9.9 cm2

OK

COMPROBANDO EL TIPO DE FALLA DE LA VIGA CUANTIA DE ACERO EN TRACCION  

As  b  d

9.90 25 x 34

 d '  6000  fy   fs  60001       d  6000  

CUANTIA DE ACERO EN COMPRESION = 0.012

4200 Kgr/cm2

SE DEBE COMPROBAR

= 0.012

EL ACERO SI FLUYE

  0 .5  b  

0.012 < 0.0223

9.90 25 x 34

As    b  d

fs fy

……………………FALLA SUB- REFORZADA………………….BIEN!

1

2

3.25 m 2 ø

5/8

"

A

3 ø

3 ø 5/8 " + 2 ø

5/8

B

3 ø

5/8

2 ø 5/8 "

SECCION A-A

5/8

m

" C

C

3 ø 5/8 " + 2 ø

"

h = 40 cm

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø 5/8 "

2ø 0.90

3 ø 5/8 "

"

"

B

0.90 m

A

5/8

5/8

h = 40 cm

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø 5/8 " SECCION B-B

" h = 40 cm

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø 5/8 " SECCION C-C


DE LA VIGA EJE SECUNDARIA ANALISISPREDE LADIMENSIONAMIENTO VIGA DOBLEMENTE REFORZADA DATOS h= b= r= L= d= d' =

40 25 4 3.25 36 6

cm cm cm cm cm cm

MOMENTO ULTIMO Mu(-) =

10.05

3 ø 5/8 " + 2 ø


"EJE C B51"

5/8 " = 9.9 cm2

h = 40 cm


Momento Positivo

f'c = f'y =

210 4200

Kgr/cm2 Kgr/cm2

A's = As =

9.90 9.90

cm2 cm2

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø

0.85

β1

5/8 " = 9.9 cm2


ANALISIS DE LA VIGA Pb  B1 * 0.85

Fc  6000    Fy  6000 FY 

= 0.85 x 0.85 x 210 x 0.59 4200

= 0.0213

CUANTIA MAXIMA

P max  0.50* Pb

= 0.5 x 0.0213 = 0.011

 d '  6000  fy   fs  60001       d  6000  

𝐴𝑠2 = 𝐴′ 𝑠 ∗

a

𝑓𝑠 = 𝑓𝑦

4300

9.9 x 4200 4300

( As  As2) * Fy 0.85* Fc *b

=

Kgr/cm2

= 9.6698 cm2

9.9 - 9.67 x 4200 0.85 x 210 x 25

=

0.217

cm

MOMENTO ULTIMO RESISTENTE

  a  Muc  f *  fy( As  As2) d    fy * A' s(d  d ' ) 2    Muc = 0.9 x(( 4200 x ( 9.9 - 9.9 ) x ( 36 - 0.11 )+ 4200 x( 36 - 6 )) = 11.23 Tn-m Mu

< Muc

10.1

< 11.2

………………….BIEN

COMPROBANDO EL TIPO DE FALLA DE LA VIGA CUANTIA DE ACERO EN COMPRESION

CUANTIA DE ACERO EN TRACCION As    b  d

COMPROBANDO

9.90 25 x 36

As    b  d

= 0.011   0 .5  b  

0.011 <

0.022

9.90 25 x 36

= 0.011

fs fy

……..FALLA SUB- REFORZADA…….BIEN¡


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA SECUNDARIA

DISEÑO DE LOS ESTRIBOS DE LA VIGA DOBLEMENTE REFORZADA DEL EJE DATOS h= b= r= L= d= d' =

40 25 6 3.25 34 6

cm cm cm cm cm cm


9.38

f'c = f'y =

Tn

210 4200

h = 40 cm

(Calculo computacional)

FUERZA CORTANTE ULTIMO VU =

"EJE C B51"

r

1

Momento Positivo

b = 25 cm

2

Kgr/cm2 Kgr/cm2 L = 3.25 m

GRAFICA DEL DIAGRAMA DE CORTE CON SECCIONES

VU

Vu1

Vu2

Vu3

ZONA 1 ZONA 2 d

2d

0.75

Vu4

ZONA 3 ZONA 4 0.75

R

L/2 VU Vu1 Vu2 Vu3

9.38 7.42 5.45 1.13

Tn Tn Tn Tn

1.- CALCULO DEL CORTANTE NOMINAL MAXIMO

Vc  f  0.53 f ' cbd  VERIFICANDO

0.85 x 0.53

210 x 25 x

34 = 5.55

Tn

Vu1 > Vc 7.42 > 5.5

REQUIERE ESTRIBO

CHEQUEO DEL CORTE MAXIMO El valor critico esta a "d", entonces 𝑉𝑢

Vact= 𝑏𝑥𝑑 = esfuerzo maximo VERIFICANDO

7.4 x 1000 25 x 34

= 8.73 Kgr/cm2

Vc  f  2 . 1 Vact < Vmax 8.7264 < 25.87

f 'c 

0.85 x 2.1 x

No requiere redimensionar…ok!

210

=

25.87

Tn



2.- CALCULO DEL CORTE QUE ABSORVE EL CONCRETO

Vc  f  0.53 f ' cbd 

0.85 x 0.53 x

210 x

25 x 34 = 5.55

Tn

3.-ANALISIS TENTATIVO DE ESTRIBAJE 7.4 - 5.5 = 1.87 Tn


USAREMOS ESTRIBOS DE Φ 3/8"

S

f * Av * fy * d Vs observacion

S =

= 0.71 cm2

Av = 2 x 0.71 = 1.42 cm2



0.85 x 1.42 x 4200 x 34 1.87 x 1000

92.25

> 10 cm

= 92.255 cm

Usar este diametro para el estribo…!

4.- ANALISIS DE LA ZONA 1 ( ZONA CONFINADA) USAREMOS ESTRIBOS DE Φ 3/8"

S

f * Av * fy * d Vs

= 0.71 cm2

Av = 2 x 0.71 = 1.42 cm2

0.85 x 1.42 x 4200 x 34 1.87 x 1000



= 92.255 cm

Φ 3/8 " @ 20 cm

ASUMIMOS

COMPARAMOS CON EL ESPACIAMIENTO MAXIMO Smax= POR OTRO METODO

V ' c  f  1 .1

Smax =

 f ' c  *b * d

comparacion

POR SER CONFINADA Smax

= d/6 = 34 6

ASUMIMOS

f'c x

Smax = d/2 O' 60 cm

SI

Vu > V'u

= ǿ x 1.1

f'c x

Smax = d/4

 0.85 x 1.1

210 x 25 x 34 Smax

= d/2

Smax

= 34 2

= 11.52

Tn

= 17 cm

cm

cm

Smax = 5.67 cm

2 Φ 3/8 " @ 5 cm 10 Φ 3/8 " @ 10 cm 4 Φ 3/8 " @ 10 cm

cm

= ǿ x 1.1

L confinada = 2 x h = 80

COMPARANDO

38

Vu < V'u

11.52

= 5.667

=

SI

Vu1 < V'u 7.4 <

1.42 0.0015 x 25

𝐴𝑣 = 0.0015 𝑥 𝑏

asumimos : bien

6 cm por ser mas comercial



4.- ANALISIS DE LA ZONA 2 Vu2 = 5.5 Tn


ASUMIMOS

5.45 - 5.5

= ####

Tn

….NO REQUIERE ESTRIBO ¡

R Φ 3/8 " @ 20 cm

ARMADO DE ESTRIBOS

1

2

3.25 m A

A 2 10 4 R

80 cm

Φ3/8 @ 0.05 @ 0.10 @ 0.1 @ 0.10

B

B

80.0

2 10 4 R

@ @ @ @

cm

Φ3/8 0.05 0.10 0.1 0.10

C

C


PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA SECUNDARIA CONTROL DE AGRIETAMIENTO DE LA VIGA DOBLEMENTE REFORZADA DEL EJE DATOS h= b= r= L= d= d' =

40 25 6 3.25 34 6

cm cm cm cm cm cm

MOMENTO ULTIMO Mu(+) =

10.05

3 ø 5/8 " + 2 ø


"EJE C B51"

5/8 " = 9.9 cm2

h = 40 cm


Momento Positivo

f'c = f'y =

210 4200

Kgr/cm2 Kgr/cm2

A's = As =

9.90 9.90

cm2 cm2

β1

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø

0.85

5/8 " = 9.9 cm2


POR MEDIO DEL CRITERIO DE GERCELEY-LUTZ 2100000 15000 210

𝐸𝑠

n= 𝐸𝑐 =

=

9.7

a) FISURAMIENTO EN LA FIBRA MAS TENSIONADA ΣMo = o0 :

𝑏𝑥

𝑐2 = 𝐴𝑠 𝑥 𝑛 𝑥 (𝑑 − 𝑐) 2

c =

12.75

25 x 2

cm

h2 Ψ = h1

27.25 - 6 = 21.25 cm

𝑏 𝑥 2𝑟 𝐴= 𝑁𝑟𝑜 𝑏𝑎𝑟𝑟𝑎𝑠

= 9.90 x

9.7

x ( 34 - c )

…..OK

h2 = h-c = 40 - 12.8 = 27.25 cm h1 = h2 - r =

C2

= 25 x 12 = 5Φ

60

27.25 = 21.25

= 1.28

b

c

cm2

EN d-c

fs = 0.60* fy

= 0.6 x ### = 2520 kgr/cm2

n*As

W_max 𝑊𝑚𝑎𝑥 = (𝑡𝑏 𝑥 𝐴)1/3∗ Ψ x fs x 10−6 = (

6 x 100 ) ^ 1/3 x 1.28 x 2520 x 1.00E-06 = 0.0273 cm

VERIFICAMOS W_max <

Wnorma

0.2726 <

0.3

mm


B) PARA EL REFUERZO EN TENSION

𝑊𝑚𝑎𝑥 =

(𝑡𝑏 𝑥 𝐴)1/3 2𝑡𝑠

1+3ℎ1

x fs x 10−6 =

( 6 x 60 )^ 1/3 x 2520 x 1E-06 = 0.0159 cm 1 + 8 3 x 21.25

W_max ""MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN - APURÍMAC"


VERIFICAMOS W_max

<

0.1593 <

Wnorma 0.3

mm


CRITERIO ACI- 93 Z= 𝑓𝑠 𝑥 (𝑡𝑏 𝑥 𝐴)1/3

=

2520 x ( 6

x 60 )^ ##

= 17927 kgr/cm2


17927

<

31000



17927

<

26000



CONTROL DE DEFLEXIONES PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA DOBLEMENTE DEREFORZADA LA VIGADEL SECUNDARIA EJE DATOS h= b= r= L= d= d' = L=

40 25 6 3.25 34 6 3.00

cm cm cm m cm cm m

MOMENTO ULTIMO 10.05

Mu(+) = f'c = f'y =

210 4200

A's = As = DL LL

9.90 9.90 0.80 0.30

3 ø 5/8 " + 2 ø


"EJE C B51"

5/8 " = 9.9 cm2

h = 40 cm


Momento Positivo β1

Kgr/cm2 Kgr/cm2

b = 25 cm 3 ø 5/8 " + 2 ø

0.85

5/8 " = 9.9 cm2

cm2 Acero en compresion cm2 Acero en Traccion Tn-m Carga muerta Tn-m Carga viva

CALCULO DE LA DEFLEXION INMEDIATA Δi =? POR EL CRITERIO DE LA NORMA E-60 n=

𝐸𝑠 𝐸𝑐

=

2.1E+06 15000 210

2.1 𝑥 𝐸+6 = 15000∗√𝑓′ 𝑐

=

9.66

PARA SECCIONES RECTANGULARES DOBLEMENTE REFORZADAS b x 𝑐2 + 2𝑛 − 1 𝑥𝐴𝑠 ′ 𝑥 𝑐 − 𝑑′ = 𝑛 𝑥 𝐴𝑠 𝑑 − 𝑐 = 2

c Ie=

b x 𝑐3 3


Ie = 66133.592

∆𝑖 =

= 10.598 2

cm

…..OK

+ 2𝑛 − 1 𝑥𝐴𝑠 ′ 𝑥 𝑑 − 𝑐

2

=

cm4 5 x 2.48 x 81 = 384 x 217371 x 66133.592

5 𝑥𝑊 𝑥𝐿4 = 384 𝐸𝐼

0.18

cm

POR EL CRITERIO ACI 83

Ie=


Mcr=

Ma=

𝐼𝑔 + 1 −

2 𝑥 𝑓′ 𝑐 𝑥 𝐼𝑔 = 𝑦1

𝑊 𝑥𝐿2 = 8


donde 𝑥 𝐼𝑡 =

2 x 210 ^ 1/2 x 1.33E+05 = 20

2.48 X 3.00 ^ 2 8

Ig=

= 2.79 Tn-m

1932.2 Kgr-m

𝑏𝑥ℎ3 12

=

25

x 40 ^ 3 12

= 1.33E+05 cm2


INERCIA DE LA SECCION TRANSFORMADA PRE- DIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA SECUNDARIA Σ M

EN

= 0

c


EN


c It =Ie=

b x 𝑐3 3

= 10.598

d-c

cm


Ie = 66133.59

2

b

n*As + 2𝑛 − 1 𝑥𝐴𝑠 ′ 𝑥 𝑑 − 𝑐

2

=

cm4

D e lo, anterior se deduce que la inercia de la seccion transformada del metodo Aci-83 es identica a la equivalente E-60

Ie=


∆𝑖 =

𝐼𝑔 + 1 −

5 𝑥 𝑊𝐿4 = 384 𝐸𝐼


𝑥 𝐼𝑡 =

88453.898 cm4

5 x 2.48 x 3.00 ^ 4 384 x 217371 x 88453.9

= 0.136

cm

CALCULO DE LA DEFLEXION DIFERIDA

Tiempo de flujo plastico HASTA 3 MESES HASTA 6 MESES HASTA 12 MESES 2 AÑOS A MAS

POR EL CRITERIO NORMA E-60 Y ACI

ƛ=

𝐹 1 + 50 𝑥 (𝜌′ )

∆𝑑 = ƛ 𝑥

𝐷+%𝐿 x 𝐷+𝐿

F 1.00 1.20 1.40 2.00

∆𝑖

ƛ =

2.00 1 + 50 x 0.011

= 1.29

Δ d = 1.29 x

0.80 + 0.3 x 0.30 0.80 + 0.30

x 0.18 =

0.19

cm

NORMA E-60

ƛ =

2.00 1 + 50 x 0.011

= 1.29

Δ d = 1.29 x

0.80 + 0.3 x 0.30 0.80 + 0.30

x 0.14 =

0.14

cm

NORMA ACI

VERIFICAMOS SI LA DEFLEXION ES ADMISIBLE 𝛿=

𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 =

0.30 0.80 + 0.30

X 0.18 = 0.0496 cm

𝛿=

𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 =

0.30 0.80 + 0.30

X 0.14 = 0.0371 cm

DEFLEXIONES ACTUANTES ADMISIBLES 𝛿𝐴𝐶𝑇 =

𝐿 360

VERIFICANDO

=

3.00 360 𝛿

= 0.8333 cm

<

0.0371 <

𝛿𝐴𝐶𝑇

0.8333333 cm

BIEN

NORMA E-60

NORMA ACI - 83


VARIANTE SI FUERSE UN ENTRE PISO


𝛿=

%𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 +∆𝑖d =

0.7 x 0.30 0.80 + 0.30

x 0.18 + 0.19 = 0.071 cm

NORMA E-60

𝛿=

%𝐿 𝐷+𝐿

x ∆𝑖 +∆𝑖d =

0.7 x 0.30 0.80 + 0.30

x 0.14 + 0.14 = 0.168 cm

NORMA ACI - 83

DEFLEXION ADMISIBLE ACTUANTE 𝛿𝐴𝐶𝑇 =

𝐿 240

VERIFICANDO

=

300 240 𝛿 < 0.071 <

=

1.25

𝛿𝐴𝐶𝑇 1.250 cm

cm

………..BIEN

MEMORIA DE CALCULO BLOQUE 01 PREDIMENSIONADO - COLUMNAS

N° ejes sentido Principal (X) = N° ejes sentido Principal (Y) =

6 4

Luz entre eje A-B = Luz entre eje C-D =

4.48 m 4.47 m

Luz secundaria =

3.50 m

Planta Típica (Modelo Estructural-3 Pisos) Área Tributaria Área Tributaria Área Tributaria Área Tributaria Área Tributaria Área Tributaria Área Tributaria Área Tributaria Área Tributaria

Columna C-1 Columna C-1' Columna C-1'' Columna C-2 Columna C-2' Columna C-3 Columna C-3' Columna C-4 Columna C-4'

= = = = = = = = =

12.65 12.65 12.65 12.04 12.04 9.94 9.94 9.46 5.31

m2 m2 m2 m2 m2 m2 m2 m2 m2

(C-5) Columna Central (C-7) Columna Central (C-8) Columna Central (C-4) Columna extrema de un Pórtico interior principal (C-6) Columna extrema de un Pórtico interior principal (C-1) Columna extrema de un Pórtico interior secundario (C-2) Columna extrema de un Pórtico interior secundario (C-4) Columna de esquina (C-3) Columna de esquina

Nota: Al iniciar el pre - dimensionamiento de columnas debemos conocer los pesos usuales aprox. de losas, vigas y columnas para realizar el metrado de cargas. PRE DIMENSIONAMIENTO REFERENCIAL DE VIGAS Para conocer el peso propio de la viga referencial para el met.- cargas se usará el siguiente criterio: h =

L 12

y

b

=

B 24

L B

= =

Luz entre ejes de columnas Ancho Tributario, perpendicular al elemento de diseño

- VIGAS PRINCIPALES ENTRE EJES B-C h = 4.48 = 0.37 m 12 b

=

3.50 24

=

=

5.33 24

VP (0.25 x 0.5)

0.40 h

VS (0.25 x 0.4)

0.25 b

- VIGAS SECUNDARIAS h = 3.50 = 12 b

0.50 h 0.15 m

=

0.29 m

0.22 m 0.25 b

Calculando el peso propio de las vigas, descontando la altura de la losa aligerada de 0.20 m b(m)

Peso de la V.P. Peso de la V.S.

= =

Peso de Vigas por m2

0.25 0.25

=

h(m)

x x

0.30 0.20

L(m)

x x

81.60 74.28

Pe(kg/m³ )

x x

2,400 2,400 Total

23,601.60 / ( 18.57 x 13.60 ) Asumo por redondeo un valor de

= 14,688.00 kg = 8,913.60 kg = 23,601.60 kg = =

96.45 100.00

kg/m² kg/m²

DIMENSIONAMIENTO REFERENCIAL DE COLUMNAS Asumimos el peso propio para una columna de 0.4 x 0.4 y una altura de 3.43 m b(m)

Peso de la Columna

= =

Peso de Colum. por m2

h(m)

0.40 x 0.40 23,708.2 Kg =

L(m)

x

3.43

Pe(kg/m³ )

x

2,400.00

23,708.16 / ( 18.57 x 13.60 ) Asumo por redondeo un valor de

4.1 PRE DIMENSIONAMIENTO DE COLUMNAS CON LOS DATOS ENCONTRADOS GENERALIDADES Tipos de Columnas: C1 = Columna central C2 = Columna extrema de un pórtico interior principal C3 = Columna extrema de un pórtico interior secundario C4 = Columna de esquina

N Columnas

x

18.00

= =

93.87 90.00

kg/m² kg/m²

Formula Para el Dimensionamiento de Columnas: bD =

P n*f'c

Donde: D b P f'c n

: : : : :

Dimensión de la sección en la dirección del análisis sísmico de la columna La otra dimensión de la sección de la columna Carga Total que soporta la columna (Acorde a la Tabla Nº 01) Resistencia del Concreto a la compresión simple Coeficiente sísmico, que depende del tipo de columna (ver tabla Nº 01)

SEGÚN ENSAYOS EXPERIMENTALES EN JAPÓN - TABLA Nº 01 TIPO DE COLUMNA

UBICACIÓN

Tipo C1 Para los Primeros Pisos

Columna Interior

P= n =

1.10 0.30

PG.

Tipo C1 Para los 4 últimos pisos superiores

Columna Interior

P= n =

1.10 0.25

PG.

Tipo C2 y C3

Columnas Extremas de Pórticos Interiores

P= n =

1.25 0.25

PG.

Tipo C4

Columna de Esquina

P= n =

1.50 0.20

PG.

Donde: Nota : PG : P :

PESO "P"

Se considera primeros pisos a los restantes de los últimos 4 pisos Es el Peso total de Cargas de Gravedad (D,L) que soporta la columna Carga Total Inclin. Sismo.

Formulas para el Encontrar el PG. y WT, respectivamente: PG

=

WT*At

Donde:

WT = WD + WL

WT At WD WL

: : : :

Peso Total Área Tributaria de la columna Carga Permanente (muerta) Carga Libre (viva)

ENCONTRANDO EL WT (CARGA ÚLTIMA), DEL TECHO Encontrando el WD: _ Peso Propio del Techo _ Peso de Vigas

:

300.00 Kg/m2

:

100.00 Kg/m2

_ Peso de Columnas _ Peso de la Tabiquería

:

90.00 Kg/m2

:

30.00 Kg/m2

_ Peso de los Acabados

:

100.00 Kg/m2

:

680.00 Kg/m2

WD

_ Sobrecarga Techo

WT = WT = WT =

3.23 3.23

Encontrando el WL: SEGÚN RNE (NORMA E-020)

3.23

: WL

1.4*WD + 1.7*WL 952.00 Kg/m2 + 1,122.00 Kg/m2

100.00 Kg/m2 100.00 Kg/m2

170.00

Kg/m2

3.23

ENCONTRANDO EL WT (CARGA ÚLTIMA), DEL SEGUNDO NIVEL Encontrando el WD: _ Peso Propio del Techo Aligerado _ Peso de Vigas

:

300.00 Kg/m2

:

100.00 Kg/m2

_ Peso de Columnas _ Peso de la Tabiquería

:

90.00 Kg/m2

:

150.00 Kg/m2

_ Peso de los Acabados

:

100.00 Kg/m2

:

770.00 Kg/m2

WD

3.23 Tabiquería equivalente 3.23 3.23

Encontrando el WL: _ Sobrecarga

:

SEGÚN RNE (NORMA E-020) WT = WT = WT =

WL

300.00 Kg/m2

3.23

300.00 Kg/m2

1.4*WD + 1.7*WL 1078.00 Kg/m2 + 1,588.00 Kg/m2

510.00

Kg/m2

- Columna C-1 / (C-5) Columna Central- Primer Nivel PG PG =

= WT*At N = Nº de pisos AT x WT' x N + AT x WT'' Pisos Inferiores

PG = PG = P

12.65 x 74,472.62 Kg =

1.10 PG.

1,588.00

Techo x

DE LA TABLA Nº 01

3.00

+ 12.65

x

1,122.00

x

1.00

P P

= =

1.10 x 74,472.62 kg 81,919.88 Kg

bD =

P n* f'c

bD =

81,919.88 Kg 0.30 x 210 Kg/cm2

bD =

1,300.32 cm2

Se asume Columna Rectangular de 0.40 x 0.40 mts.

D = 40.00 cm b = 30.00 cm Area = 1600 cm2

- Columna C-1' / (C-7) Columna Central- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

12.65 x 74,472.62 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.10 PG.

P P

= =

1.10 x 74,472.62 kg 81,919.88 Kg

+ 12.65

x

1,122.00

x

1.00

x

1.00

DE LA TABLA Nº 01

bD =

P n* f'c

bD =

81,919.88 Kg 0.30 x 210 Kg/cm2

bD =

3.00

1,300.32 cm2


D = 25.00 cm b = 50.00 cm Area = 1600 cm2

- Columna C-1'' / (C-8) Columna Central- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

12.65 x 74,472.62 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.10 PG.

DE LA TABLA Nº 01

P P

= =

1.10 x 74,472.62 kg 81,919.88 Kg

3.00

+ 12.65

x

1,122.00

bD =

P n* f'c

bD =

81,919.88 Kg 0.30 x 210 Kg/cm2

bD =

1,300.32 cm2


D = 25.00 cm b = 50.00 cm Area = 1600 cm2

- Columna C-2 / (C-4) Columna extrema de un Pórtico interior principal- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

12.04 x 70,867.44 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.25 PG.

P P

= =

1.25 x 70,867.44 kg 88,584.30 Kg

+ 12.04

x

1,122.00

x

1.00

DE LA TABLA Nº 01

bD =

P n* f'c

bD =

88,584.30 Kg 0.25 x 210 Kg/cm2

bD =

3.00

1,687.32 cm2


D = 25.00 cm b = 70.00 cm Area = 1600 cm2

- Columna C-2' / (C-6) Columna extrema de un Pórtico interior principal- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

12.04 x 70,867.44 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.25 PG.

P P

= =

1.25 x 70,867.44 kg 88,584.30 Kg

bD =

P n* f'c

DE LA TABLA Nº 01

3.00

+ 12.04

x

1,122.00

x

1.00

bD =

88,584.30 Kg 0.25 x 210 Kg/cm2

bD =

1,687.32 cm2


D = 30.00 cm b = 60.00 cm Area = 1500 cm2

- Columna C-3 / (C-1) Columna extrema de un Pórtico interior secundario- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

9.94 x 58,514.20 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.25 PG.

DE LA TABLA Nº 01

P P

= =

1.25 x 58,514.20 kg 73,142.75 Kg

bD =

P n* f'c

bD =

73,142.75 Kg 0.25 x 210 Kg/cm2

3.00

+

9.94

x

1,122.00

x

1.00

bD =

1,393.20 cm2


D = 25.00 cm b = 60.00 cm Area = 1600 cm2

- Columna C-3' / (C-2) Columna extrema de un Pórtico interior secundario- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

9.94 x 58,514.20 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.25 PG.

P P

= =

1.25 x 58,514.20 kg 73,142.75 Kg

+

9.94

x

1,122.00

x

1.00

x

1.00

DE LA TABLA Nº 01

bD =

P n* f'c

bD =

73,142.75 Kg 0.25 x 210 Kg/cm2

bD =

3.00

1,393.20 cm2


D = 25.00 cm b = 60.00 cm Area = 1600 cm2

- Columna C-4 / (C-4) Columna de esquina- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

9.46 x 55,681.56 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.50 PG.

P P

= =

1.50 x 55,681.56 kg 83,522.34 Kg

+

9.46

x

1,122.00

DE LA TABLA Nº 01

bD =

P n* f'c

bD =

83,522.34 Kg 0.20 x 210 Kg/cm2

bD =

3.00

1,988.63 cm2


D = 25.00 cm b = 80.00 cm Area = 1600 cm2

- Columna C-4' / (C-3) Columna de esquina- Primer Nivel PG PG =


PG = PG =

5.31 x 31,275.85 Kg

1,588.00

Techo x

P

=

1.50 PG.

P P

= =

1.50 x 31,275.85 kg 46,913.77 Kg

+

5.31

x

1,122.00

DE LA TABLA Nº 01

bD =

P n* f'c

bD =

46,913.77 Kg 0.20 x 210 Kg/cm2

bD =

3.00

1,116.99 cm2


D = 25.00 cm b = 40.00 cm Area = 1500 cm2

RESUMEN DE PRE DIMENSIONAMIENTO DE COLUMNAS C-1 0.40 x 0.40 m Rectangular C-1' 0.40 x 0.40 m Rectangular C-1'' 0.40 x 0.40 m Rectangular C-2 0.40 x 0.40 m Rectangular C-2' 0.25 x 0.60 m Rectangular C-3 0.40 x 0.40 m Rectangular C-3' 0.40 x 0.40 m Rectangular C-4 0.40 x 0.40 m Rectangular C-4' 0.25 x 0.60 m Rectangular

0.16 0.16 0.16 0.16 0.15 0.16 0.16 0.16 0.15

m2 m2 m2 m2 m2 m2 m2 m2 m2

x

1.00



Región:

APURÍMAC

Provincia:

Abancay

Distrito:

Abancay

5.-DISEÑO DE - COLUMNAS

Planta Típica (Modelo Estructural-4 Pisos)

Peso Edificacion =1CM+1CV+0.25CT PESO=

834.25

Ton

Nota: EL Diagrama de interaccion, se realizo en el Programa CSI COL. VERSION 8.4

4.1.- DISEÑO - COLUMNAS

C52

DATOS H=0.40 m B=0.40 m rectangular

DATOS DE MOMENTOS OBTENIDOS DEL MODELAMIENTO Y LA COMBINACION DEL RNC E-060

DATOS DE CARGA AXIAL OBTENIDOS DEL MODELAMIENTO Y LA COMBINACION DEL RNC E-060

AREA DE ACERO REQUERIDO

DIAGRAMA DE INTERACCION CON EL ACERO DISTRIBUIDO ASUMIDO

DISEÑO DE PLACAS DISEÑO DE PLACA EJE 3 CON EJE A

DISEÑO DE PLACA EJE 3 CON EJE D

DISEÑO DE PLACA EJE B CON EJE 3

DISEÑO DE PLACA EJE C CON EJE 4

DISEÑO DE PLACA EJE 5 CON EJE C

DISEÑO ESTRUCTURAL BLOQUE I "MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN - APURÍMAC"

Obra:

Región:

APURÍMAC

Provincia:

Abancay

Distrito:

Abancay

8.- METRADO DE CARGAS EN VIGAS (Diseño en ETABS)

PLANTA DEL PRIMER NIVEL

CARGAS VIVAS ASUMIDAS SEGÚN E-020, DEL REGLAMENTO DE EDIFICACIONES

DESCRIPCION PRIMER ENTRE PISO SEGUNDO ENTRE PISO TERCER ENTRE PISO CUARTO ENTRE PISO

CUADRO GENERAL RESUMEN CARGA TOTAL (CM+CV) 217333.33KG 217333.33KG 217333.33KG 128680.01KG PESO TOTAL DE LA EDIFICACION

PESO EN EL PROGRAMA ETABS

TOTAL 217333.3300 217333.3300 217333.3300 128680.0100 780680.00 kg



Región:

APURÍMAC

Provincia:

Abancay

Distrito:

Abancay

10.- CALCULO DEL CENTRO DE MASAS

11.- CALCULO DE DEZPLAZAMIENTO DE ENTRE PISO DRIFTX= DEZPLASAMIENTO( DEVOLVIENDO EL 75% DE R )=0.75*R

DISEÑO ESTRUCTURAL BLOQUE I "MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN APURÍMAC"

Obra:

Región:

APURÍMAC

Provincia:

Abancay

Distrito:

Abancay

ANALISIS SISMICO ESTATICO VS ANALISIS DINAMICO NORMA E-030 CUADRO GENERAL RESUMEN CARGA VIVA CARGA DE TECHO 0 0 0 0 0 0 0 1 PESO TOTAL DE LA EDIFICACION

CARGA MUERTA 217333.33KG 217333.33KG 217333.33KG 128680.01KG

PRIMER ENTRE PISO SEGUNDO ENTRE PISO TERCER ENTRE PISO CUARTO PISO

11.2.- CALCULO DEL CORTANTE BASAL V = ( Z.U.C.S / R ) . P T = hn / Ct C/R > 0.125 C = 2.5 ( Tp / T ) Parametros

Valores

Z U S Rx = Ry Tp hn Ct T C calculado C asumido P ( Tn ) V ( Tn )

0.30 1.50 1.20 8.00 0.60 12.92 35.00 0.37 4.06 2.50 780.68 92.22

C < = 2.5 Descripcion

Zona 2 Apurímac A Infraestructura Educativa (Salud) S2 (Suelos Intermedio) Estructura conformada por Porticos Factor que depende de "S" Altura total de la edificacion (mts) Coeficiente para estimar el periodo fundamental Periodo fundamental de la estructura Coeficiente de amplificacion sismica Coeficiente de amplificacion sismica Peso total de la edificacion Fuerza cortante en la base de la estructura

11.3.- DISTRIBUCION DE LA FUERZA CORTANTE EN ALTURA PISO

Pi

PRIMER ENTRE PISO SEGUNDO ENTRE PISO TERCER ENTRE PISO CUARTO PISO

hi

217.33 217.33 217.33 128.68 780.68

Pi x hi

3.23 3.23 3.23 3.23

701.99 701.99 701.99 415.64 2,521.60

Pi x hi / ∑ (Pi x hi) 0.278 0.278 0.278 0.165

Fi

Vi

25.64 25.64 25.64 15.22 92.13

92.13 66.49 40.86 15.22

15.22 15.22 25.64 40.86 25.64 66.49 25.64

92.13

Fuerzas Inerciales ( Fi )

Fuerzas Cortantes ( Vi )

TOTAL (KG) TOTAL (TN) 217333.3300 217.33333 217333.3300 217.33333 217333.3300 217.33333 128681.0100 128.68101 780681.00 kg 780.68 Ton

11.4.- COMBINACIONES DE CARGA. U  1 . 4 CM  1 . 7 CV U  1 . 25 ( CM  CV )  CS U  0 . 9 CM  CS

Todas las combinaciones de carga generadas seran ingresadas al programa SAP 2000 o ETABS: Comb 1 1.4 CM + 1.7 CV 1.25 ( CM + CV ) ± SISMO Comb 2 Comb 3 0.90 CM ± SISMO X EnvolvolventeDe todas las combinaciones


Región:

"MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN - APURÍMAC" APURÍMAC

Provincia:

Abancay

Distrito:

Abancay

12.- PREDIMENSIONAMIENTO DE ZAPATAS 12.1.- CALCULO DEL PESO DE LA EDIFICACION CUADRO GENERAL RESUMEN CARGA VIVA CARGA DE TECHO 0 0

CARGA MUERTA PRIMER ENTRE PISO217333.33KG SEGUNDO ENTRE PISO 217333.33KG TERCER ENTRE PISO217333.33KG CUARTO ENTRE PISO 128680.01KG

TOTAL (KG) TOTAL (TN) 217333.3300 217.33333 217333.3300 217.33333 217333.3300 217.33333 128680.0100 128.68001 780680.00 kg 780.68 TN

0 0 0 0 PESO TOTAL DE LA EDIFICACION

12.2.- CALCULO DEL CORTANTE BASAL Siendo condicion del trabajo de investigacion, el tener como dato un suelo Intermedio, se supondra una capacidad admisible del terreno de 18.2 Tn/m2, por lo que el

Por lo tanto tenemos: 780.68 24 x Area Zapatas 1.79

m2

1.40

Por lo tanto se consideraran zapatas de:

1.40

m2

1.96 OK

1.4 x 1.4

Para el analisis interaccion suelo estructura se considerara un coeficiente de balasto Cz =

3010 x 1.4 x 1.4 Nota: se plantea zapata Aisladas Con Vigas De Conexión

5,899.60

3.01

Tn/m

kg/cm3


Región:

"MEJORAMIENTO INTERGRAL DE LA CAPACIDAD RESOLUTIVA DEL SERVICIO DE SALUD AMBIENTAL DIRESA REGIÓN - APURÍMAC" APURÍMAC

Provincia:

Abancay

Distrito:

13.- DISEÑO DE LA CIMENTACION 13.1.- ANALISIS DE CIMENTACION (Programa Usado SAFE, con Balasto)

qa

2.06 kg/cm2

13.2.- DIMENSIONES DE ZAPATAS AISLADAS

winkler = 4.10 kg/cm3

Abancay

13.3.- CAPACIDAD ADMISIBLE DEL SUELO

14.- DIAGRAMA DE MOMENTO DE LA VIGA

15.- DIAGRAMA DE CORTANTE

16.-DISEÑO DE LOS ELEMENTOS CANTIDAD DE ACERO REQUERIDO POR ZAPATA

NOTA : COMO SE OBSERVA EN LA FIGURA REQUIERE ACERO EN ZAPATAS EN BOTTON (ABAJO). ф 5/8" @ (ver planos) mts en los dos sentidos.

MEMORIA DE CALCULO BLOQUE I.pdf

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