DISEÑO DE TIJERAL

1.- BASES DE CALCULOa).- Asumiendo un tijeral tipo w con pendiente 1:3

(a = 18° Aprox.)b).- Empleando madera del gurpo C, sus propiedades de diseño son:

Emin =5000 Kg/cm2fm = 100 Kg/cm2fc = 80 Kg/cm2ft = 75 Kg/cm2fv = 8 Kg/cm2

c).- Metrado de Cargas:Peso propio de la armadur 10 Kg/m2(asumido)Cobertura de teja andina 15 Kg/m2(asumido)Correas y otros elementos 5 Kg/m2(asumido)Total carga muerta x m2 20 Kg/m2de cobertura

Proyectado al plano horizontal : 20 Kg/cm2 .= 21.03 .=21 Kg/m2cos 18°

Cieloraso ( actuando sobre cuerda inferior) : 30 Kg/m2Sobrecarga :Adoptamos como sobrecarga de diseño : 50 Kg/m2(techos inclinados)

2.- CARGAS Y ANALISIS ESTRUCTURAL

a) Cargas uniformemente repartidasi) Sobre cuerdas superiores

wp = (50 + 21 + 10) - 5wp = 81 x 1.925 wp = 155.93 Kg/mt.

wp = 156 Kg/mt.

P P

P

wp

P/2P/2

Q Q

A

B

E

C

FD

ii) Sobrecuerdas inferioreswq = 30 x 1.925 wp = 57.75 Kg/mt.

wp = 58 Kg/mt.

b) Longitud de los elementos :Según los coeficientes de longitud C2 :

Elementos Cl Cl Longitud (mt.)A 1/4 Cos a 0.264 2.38B 1/4 Cos a 0.264 2.38C 1/6 Cos b 0.236 2.12D 1/12 Cos b 0.118 1.06E 1/3. 0.333 3.00F 1/3. 0.333 3.00

c) Cargas concentradas equivalentes

P = wp (L/4) = 156 x 3.00/4 = 351 KgQ = wq (L/3) = 58 x 9/3 = 174 Kg

Peso tijeral 4P + 2Q = 1752 KgPeso x ml = 195 Kg/ml

d) Fuerzas axiales en las barrasSegún los coeficientes de carga cp y cq.

Elementos CP CQ Np Nq N = Np + NqA 1/2 Sen a 4.743 3.162 1665 550 2215B 1/4 Sen a 3.953 3.162 1388 550 1938C 1/8 LCos b -1.061 -1.414 -372 -246 -618D 3/4 Sen b 1.061 0 372 - 372E .-3/4h -4.5 -3.00 -1580 -522 -2102F .-1/2h -3 -2.00 -1053 -348 -1401

3.- DISEÑO DE ELEMENTOSLa armadura debera estar completamente arriostrada para evitar pandeo lateralde sus barras fuera del plano de la estructura

2215 kg 372 kg 618 kg

BARRA A

BARRA D BARRA C

2215 kg 372 kg 618 kg

2102 kg 2102 kgBARRA E

a) Elemento A :Longitud efectiva : Lef. = 0.40(2.38+2.38) = 1.90 mt.Longitud para momento : L = (2.25 + 2.25)/2 = 2.25 mt.

M = Wl² = 156 (2.25 )² 79 Kg - m10 10

Verificando una seccion 6.5 x 14 cm. (3" x 6")

Para elementos sometidos a flexocompresion se debe cumplir la siguiente expresion.

N Km(M) < 1 ............ ( A )Nadm. Z fm

fm = Esfuerzo admisible a flexionkm = Factor magnificacion de momentos

l M l = Momento flector maximo en el elemento ( valor absoluto)Nadm = Carga axial admisible

Z = Modulo de secc. Transversal con respecto al eje alrededordel cual se produce la flexion.

lx = Lef. = 190/14 = 13.57 < Ck = 18.42 Col. Intermediad

Ck = 0.7025 E Ck = 0.7025 55000 = 18.42 fc 80

Columna interior

Nadm =

Nadm =

Nadm = 6565 Kg .................. ( B )

(3.14)² x 55000 x 1486.30 22326 Kglog² (190 cm)²

Km = 1 Km = 11 - 1.5 N 1 - 1.5(2215) Ncr 22326

Km = 1.17 ...........( C )

Reemplazando (B) y ( C ) en ( A ) :

2215 + 1.17(7900) .= 0.337 + 0.435 = 0.772 OK6565 212.30(100)

Espaciamiento max. Entre correas.

lc = Ix x b = 13.57 (6.5)lc = 88.20 cm> 75 cm OK

b) Elemento D : (Comprension)lef = 0.80 ld = 0.80 (1.06) = 0.85 mt.

Verificando una seccion de 6.5 x 6.5 cm. (3" x 3")A = 42.20 cm2

l = Lefec 0.85 .= 13.08 < Ck = 18.42 Columna interiord 6.5

Nadm =

Nadm = 80 x 42.20

fc x A 1 - 1/3 ( l/Cx)4

80 x 91 1 - 1/3 (13.57/18.42)4

Ner = p2 Emin x I =

fc x A 1 - 1/3 ( l/Cx)4

1-1/3(13.08/18.42)4

Nadm = 3090 Kg > 372 Kg

c) Elemento C : (Traccion)

Verificando una seccion de 6.5 x 6.5 cm ( 3" x 3")

Nad = Ft x A = 75 (42.20) = 3165 Kg > 618 Kg OK.

d) Elemento E : (Flexo traccion)

Cuerda inferiM = wl² .= 58 (3.00)² .= 65.25 Kg - m8 8

Verificando seccion 6.5 x 14 ( 3" x 6")

N + I M < 1 2102 .+ 6525 .= 0.308 + 0.307AxFt ZxFm 91(75)212.30(100)

0.615 < 1 OK !

e) Secciones a usarse (Verificadas)

Elemento SeccionA 3" x 6"B 3" x 6"C 3" x 3"D 3" x 3"E 3" x 6"F 3" x 6"

4.- CALCULO DE DEFLEXIONES

Elemento L ni Ni A NnL/AA 238 2.108 2215 91 12,211.81B 238 2.108 1938 91 10,684.64C 210 -1.414 -618 42.2 4,389.97D 106 - 372 42.2 0.00E 300 -2 -2102 91 13,859.34F 300 -1 -1401 91 4,618.68A' 238 1.054 2215 91 6,105.90B' 238 1.054 1938 91 5,342.32C' 212 - -618 42.2 0.00D' 106 - 372 42.2 0.00E' 300 -1 -2102 91 6,929.67

64,142.33

d = 1/55000(64142.33) = 1.17 cm

Max. Deformacion cuerda inferior

175 (1.35 + 0.57)55000x1486.3

3.35 cm. dmax = L/300 = 3.00 cm.

df < dmax

df = 175 ( 1.15 x 1.17 + 58 x 34 x 104) =

df =

Fabricar armadura con contraflecha de 3.00 cm.

DISEÑO DE TIJERAL

P P

P

wp

P/2P/2

Q Q

A

B

E

C

FD

DISEÑO DE ZAPATAS

1.- METRADO DE CARGAS PARA LA COLUMNA C2 ( 0.50 x 0.25 mt.)

PESO TECHO : 195 Kg/ml x 9.00 mt. = 1755.50 Kg( 1 Tijeral ) Eje C-C 1/2 Tijeral

B y C 1/4 TijeralC y D 1/4 Tijeral

1 Tijeral ( Inc. Sobrecarga)

PESO VIGAS : 2400 Kg/m3(0.40 x 0.15 x 3.85 ) = 554.40 Kg.PESO MURO SOGA : 250 Kg/m2 (2.60 x 3.85 ) = 2502.50 Kg.SOBRECIMIENTO : 2400 Kg/m3(0.55 x 0.15 x 3.60) = 712.80 Kg.PÉSO COLUMNA : 2400 Kg/m3(0.50 x 0.25 x 3.15) = 945.00 Kg.

6469.70 Kg.

2.- CALCULO DEL AREA NECESARIA

a).- Si s = 0.85 Kg/cm2

Presion de diseño = (s - 0.1) Kg/cm2 = 0.85 - 0.10 0.75 Kg/cm2

A = 6469.7 = 8626.27 cm20.75

Area asumida 20150 > 8626.27 OK

m = (155 - 50)/2 = 52.5 cm.m = 0.525 mt.

3.- CALCULO DE PERALTE UTIL ( d)

Peso muerto Tijeral Pt = Ptd = 31 x 1.925 x 9/4 = 134. (cobertura. Ppropio)(Sin tijeral) Qtd = 58 x 9/3 = 174.0 (cieloraso)

Pt = 4 Ptd + 2 Qtd = 4(134.27) + 2(174)Pt = 537.08 + 348Pt = 885 Kg

Carga Muerta :D = 885 + 554.40 + 2502.50 + 712.80 + 945.00D = 5599.70 Kg

Carga Viva :L = 6469.70 - 5599.70L = 870 Kg.

Carga Ultima Pu = 1.5 D + 1.8 LPu = 1.5 (5599.70) + 1.8 (870)

Pu = 8399.55 + 1566Pu = 9965.55 Kg.

Presion Ultima : Pu = 9965.55 Pu = 0.49 K/m220150

ASUMIENDO UN VALOR DE "d" :

d = 47.5 cm.Perimetro Critico bo = 2(2d + t + b t = 50

bo = 340 cm b = 25

Fuerza cortante Vu = pu(Azn)en perimetro critico

Azn = (B x L) -(d+b)(d+t)Azn = (130 x 155) - (47.5 + 25)(47.5 + 50) 20150 - 7068.75Azn = 13081.25 cm2

Luego : Vu1 = 0.49 (13081.25)Vu1 = 6409.81 Kg

sfuerzo cortante : v1 = Vu1 < 1.06 f'cØ bo d

v1 = 6409.81 .= 0.44 < 15.36 OK0.85(340)(50)

VERIFICANDO "d" PARA CORTANTE UNIDIRECCIONAL

Vu2 = pu x L - h - 2d x B2

Vu2 = 0.49 x 155 - 50 - 2(47.5) x 1302

Vu2 = 318.50 Kg

Esfuerzo cortante unidireccional :

v2 = Vu2Ø Bd

v2 = 159.25 v2 = 0.06 Kg/cm20.85x130x49.50

v adm. = 0.53 f'c 0.53 210

v adm. = 7.68

v2 < vadm. OK.

Hallando acero de refuerzo :

M1 = 0.49(130)(52.5)²/22 M1 = 87786.56 Kg - cm

As1-1 = MuØfy (d - 0.1d)

As1-1 = 87786.56 x 47.50 As1-1 = 0.54 cm0.9(4200)(0.9)

M = pu x A x m2

M2 = 0.49(150)(52.5)²/2 M2 = 104668.59 Kg - cm

As2-2 = 104668.59 x 47.50 As2-2 = 0.58 cm20.9(4200)(0.9)

Por cuantia minima : ( 14/fy)bxd

s x 155 x 47.50 = 24.54 cm24200

Usando Ø 1/2" , as = 1.27 cm2 Usar 20 Ø 1/2" @ 0.05Usando Ø 5/8" , as = 2.00 cm2 Usar 13 Ø 5/8" @ 0.10

Luego : Longitudes 0.059 x 2 x 4200/ 21034.20 cm =35 cm.

h = 47.50 + 1.5x2.5+7.5 =58.75 cmh = 60 cm

min= 14

DISEÑO DE ZAPATAS

0.75 Kg/cm2

DISEÑO DE CIMENTACION

METRADO DE CARGAS :

PECHO TECHO : 195 Kg/ml x 4.50 mt. 877.50 Kg.

PESO VIGAS SOLERAS 2400 Kg/m3(0.40x0.15x1.00) = 144.00 Kg.PESO MUROS SOGA 250 Kg/cm2 x 2.60 mt. X 1.00 =SOBRECIMIENTOS 2400 Kg/m3(0.55x0.15x1.00) =CIMIENTO 2400 Kg/m3(6 x 0.80 x 1.00) =

LUEGO PESO TOTAL = 1869.50 + 1920 B

s = P/A

A.- Si s = 0.85 Kg/cm2 = 8500 Kg/m2

4300 = 1869.50 + 1920 (b) b = 0.28 mt.1.00 (b)

Ancho asumido : 0.80 > 0.28 mt. OK.