predimensionad losas nervuradas 2
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LOSAS NERVURADAS
7.5 LOSA 1 LOSA 2 LOSA 3 LOSA 7
LOSA1 A= 7.5 B= 7.50 A/B= 1.00 DOS SENTIDOS t= 0.17LOSA2 A= 7.5 B= 7.50 A/B= 1.00 DOS SENTIDOS t= 0.17LOSA 3 A= 7.5 B= 7.50 A/B= 1.00 DOS SENTIDOS t= 0.17LOSA 4 A= 7.50 B= 7.50 A/B= 1.00 DOS SENTIDOS t= 0.17LOSA 5 A= 7.50 B= 7.50 A/B= 1.00 DOS SENTIDOS t= 0.17
7.5 LOSA 6 A= 7.50 B= 7.50 A/B= 1.00 DOS SENTIDOS t= 0.17
se tomara el t mayor = t= 0.17
7.5 LOSA 4 LOSA 5 LOSA 6 LOSA 8
DISTRIBUCION DE NERVIOS DE 0.10 MRELLENOS EJE X-X EJE Y-Y
7.5 LOSA 1 10 de 0.60 2 de 0.40 12 de 0.60 2 de 0.40LOSA 2 7 de 0.60 2 de 0.40 12 de 0.60 2 de 0.40LOSA 3 7 de 0.60 2 de 0.40 12 de 0.60 2 de 0.40LOSA 4 10 de 0.60 2 de 0.40 6 de 0.60 2 de 0.40
7.5 7.5 7.5 7.5 LOSA 5 7 de 0.60 2 de 0.40 6 de 0.60 2 de 0.40LOSA 6 7 de 0.60 2 de 0.40 6 de 0.60 2 de 0.40
INTEGRACION DE CARGASconcreto= 2400.00 kg/m3 b= 0.1 m t= 0.05 mrelleno= 1125.00 kg/m3 B= 0.7 m t-t= 0.200 ms/c= 200.00 kg/m2 t= 0.25 m
LOSA 1 LOSA 2 LOSA 3Wlosa de distribucion= 120.00 kg/m2 Wlosa de distribucion= 120.00 kg/m2 Wlosa de distribucion= 120.00 kg/m2W nervios x-x= 96.00 kg/m2 W nervios x-x= 57.60 kg/m2 W nervios x-x= 96.00 kg/m2W nervios y-y= 35.84 kg/m2 W nervios y-y= 39.42 kg/m2 W nervios y-y= 35.84 kg/m2W relleno = 163.20 kg/m2 W relleno = 179.52 kg/m2 W relleno = 163.20 kg/m2W propio = 415.04 kg/m2 W propio = 396.54 kg/m2 W propio = 415.04 kg/m2S/C= 200.00 kg/m2 S/C= 200.00 kg/m2 S/C= 200.00 kg/m2CM= 615.04 kg/m2 CM= 596.54 kg/m2 CM= 615.04 kg/m2
796.54 kg/m2 815.04 kg/m2Carga Muerta Ultima Lineal Carga Muerta Ultima Lineal Carga Muerta Ultima LinealC.M.U.L.= 602.74 kg/m C.M.U.L.= 584.61 kg/m C.M.U.L.= 602.74 kg/m
Carga Viva Lineal Carga Viva Lineal Carga Viva LinealC.V.U.L.= 238.00 kg/m C.V.U.L.= 238.00 kg/m C.V.U.L.= 238.00 kg/m
Carga Ultima Lineal Carga Ultima Lineal Carga Ultima LinealC.U.L.= 840.74 kg/m C.U.L.= 822.61 kg/m C.U.L.= 840.74 kg/m
LOSA 4 LOSA 5 LOSA 6Wlosa de distribucion= 120.00 kg/m2 Wlosa de distribucion= 120.00 kg/m2 Wlosa de distribucion= 120.00 kg/m2W nervios x-x= 96.00 kg/m2 W nervios x-x= 57.60 kg/m2 W nervios x-x= 96.00 kg/m2W nervios y-y= 40.96 kg/m2 W nervios y-y= 45.06 kg/m2 W nervios y-y= 40.96 kg/m2W relleno = 160.80 kg/m2 W relleno = 176.88 kg/m2 W relleno = 160.80 kg/m2W propio = 417.76 kg/m2 W propio = 399.54 kg/m2 W propio = 417.76 kg/m2S/C= 200.00 kg/m2 S/C= 200.00 kg/m2 S/C= 200.00 kg/m2CM= 617.76 kg/m2 CM= 599.54 kg/m2 CM= 617.76 kg/m2
799.54 kg/m2 817.76 kg/m2Carga Muerta Ultima Lineal Carga Muerta Ultima Lineal Carga Muerta Ultima LinealC.M.U.L.= 605.40 kg/m C.M.U.L.= 587.55 kg/m C.M.U.L.= 605.40 kg/m
Carga Viva Lineal Carga Viva Lineal Carga Viva LinealC.V.U.L.= 238.00 kg/m C.V.U.L.= 238.00 kg/m C.V.U.L.= 238.00 kg/m
Carga Ultima Lineal Carga Ultima Lineal Carga Ultima LinealC.U.L.= 843.40 kg/m C.U.L.= 825.55 kg/m C.U.L.= 843.40 kg/m
CALCULO DE MOMENTOSMOMENTOS PARA X-X MOMENTOS PARA Y-Y BALANCEO DE MOMENTOS
CONTINUOS DISCONTINUO CONTINUOS DISCONTINUO D1 D2 MB1 MB1CASO A/B - + - - + - EJE X M1= 3840.58 kg-m M2= 2837.49 kg-m PROPORCIONAL RIGIDEZ 0.50 0.50 3339.03 kg-m 3339.03 kg-m
LOSA 1 4 1.00 2837.49 1640.95 546.98 1891.66 1093.96 364.65 M1= 3830.62 kg-m M2= 3840.58 kg-m PROM. ARITMETICO 0.50 0.50 3835.60 kg-m 3835.60 kg-mLOSA 2 9 1.00 3840.58 1841.00 0.00 370.18 284.91 94.97 M1= 521.86 kg-m M2= 1903.91 kg-m PROM. ARITMETICO 0.50 0.50 1212.89 kg-m 1212.89 kg-mLOSA 3 4 1.00 3830.62 2322.68 774.23 898.54 560.37 186.79 M1= 1375.80 kg-m M2= 1903.91 kg-m PROM. ARITMETICO 0.50 0.50 1639.86 kg-m 1639.86 kg-mLOSA 4 4 1.00 521.86 358.87 119.62 4222.30 2701.83 900.61LOSA 5 8 1.00 1903.91 750.10 0.00 2554.03 1646.63 548.88 EJE Y M1= 1891.66 kg-m M2= 4222.30 kg-m PROM. ARITMETICO 0.50 0.50 3056.98 kg-m 3056.98 kg-mLOSA 6 4 1.00 1375.80 656.90 218.97 3605.56 2160.47 720.16 M1= 370.18 kg-m M2= 2554.03 kg-m PROM. ARITMETICO 0.50 0.50 1462.10 kg-m 1462.10 kg-m
M1= 898.54 kg-m M2= 3605.56 kg-m PROM. ARITMETICO 0.50 0.50 2252.05 kg-m
2322.68 2701.83
PROPUESTA DE ARMADO CALCULO DE TIPO DE FALLA DE LA SECCION MAYOR 3835.60 kg-mD varilla #4 0.0127 mts recubrimiento= 2 cm M(-) mayor= 3835.60 kg-m
b= 0.1 m t= 0.05 m Fc= 280 kgs/cm2 M(+) mayor= 2701.83 kg-mB= 0.7 m t-t= 0.200 m Fy= 4210 kgs/cm2
t= 0.25 m CALCULO DE AREA DE ACERO As(-) y As(+) PARA LOS MOMENTOSAs(-) 3835.60 kg-m 5.91 cm2
PERALTE FECTIVO d= 0.2237 cm As(+) 2701.83 kg-m 3.25 cm25.91 cm2
CALCULANDO mayor= 0.026 FORMA EN QUE TRABAJA LA SECCION TRANSVERSAL
minimo= 0.0033 DISEAR SIMPLEMENTE REFORZADA As(+)= 3.25 cm2 balanceado= 0.029 a= 0.82 cm
maximo= 0.022
CALCULO DE As min. PARA ARMADO MINIMO DE ACERO NEGATIVO CALCULO DE
-
As balanceado= 45.094 cm2As(-)min = 0.749 cm2 ARMADO MINIMO As sismico= 22.547 cm2
As(-)sismico= 3.221 cm2 1 varilla # 4 = 1.267 cm2 As max= 33.820 cm2As(+)min= 2.10 cm2
ARMADO MINIMO DE ACERO POSITIVOAs(+)min= 2.10 cm2 1 varilla # 4 = 1.267 cm2
2 varillas # 3 = 1.426 cm2area total 2.693 cm2
MOMENTO QUE SATISFACE EL ACERO MINIMO PARA MOMENTOS NO SATISFECHOS ACERO POR TEMPERATURA
momento negativo minimo 1022.16 kg-m 1 varilla # 4 = 1.267 cm2 As temp =0.002 x (area que se agrietara)momento positivo minimo 2247.36 kg-m As temp =0.002 x b x t b=franja unitaria = 100 cm
As temp= 1 cm2DISEO A CORTE CHEQUEO DE Av COLOCADO Y Av MINIMO
Av min = 0.21 cm2 SEPARACION TEORICAV resistente= 1685.94 kg/m OK S = 32 cmV actuante= 3152.77 kg/m
SI SE REQUIERE REFUERZO A CORTE VERIFICANDO CORTE ULTIMOVu= Vuc +Vus Vuc= Vresist.
SE PROPONE ESTRIBOS DE VARILLA #2 = 0.317 cm2Av = 0.634 cm2 Vu= 3834.97 kgSmax = 25 cm
Vs= 2149.03 kg SE TIENE UNA BUENA SEPARACION SE COLOCAN ESTRIBOS #2 @ 0.25 mE= 4116.62 kg SE TIENE UNA BUENA SEPARACIONF= 7859.00 kg
-
DISTRIBUCION DE VIGAS
7.5
V9 V12
V1 V2
V13
7.5
V10
V5 V6
V11 V147.5 7.5
Carga ltimaU = 817.76
PRIMER NIVEL
Viga
1 15.06 817.762 28.3 817.763 29.8 817.764 13.7 817.765 4.2 817.766 8.4 817.767 8.5 817.768 4.3 817.769 12.7 817.7610 22.7 817.7611 7.25 817.7612 6.2 817.76
Kg/m2
AT (m2) U Kg/m2
-
13 12.15 817.7614 6 817.7615 7 817.7616 13.6 817.7617 6.7 817.76
3000 psi E210 kg/cm2
HARDY CROSS PARA EJES 1 y 3
-5778.89 5,778.894.19
-29.7528.86 712.08
-204.98913.77
-6,490.97 6,490.970.14
0.860.00
5577.200.00
176.130.00
25.565778.89
-
2889.44
HARDY CROSS PARA EJE 2
-10300.28 10,300.287.49
-53.2146.84 1301.69
-332.701633.27
-11,601.97 11,601.970.14
0.860.00
9968.700.00
285.870.00
45.7210300.28
-
V15
V3 V4
V16
V7 V8
V177.5
MOMENTOS CANNICOS
L (m)
7.50 m 1642.06 7697.17 3848.58 7697.177.50 m 3085.68 14464.13 7232.07 14464.137.50 m 3249.23 15230.78 7615.39 15230.787.50 m 1493.77 7002.07 3501.04 7002.077.50 m 457.95 2146.62 1073.31 2146.627.50 m 915.89 4293.24 2146.62 4293.247.50 m 926.79 4344.35 2172.18 4344.357.50 m 468.85 2197.73 1098.87 2197.73
7.5 m 1384.74 6490.97 3245.49 6490.977.5 m 2475.09 11601.97 5800.99 11601.977.5 m 790.50 3705.48 1852.74 3705.487.5 m 676.01 3168.82 1584.41 3168.82
W = (U*AT)/L (kg/m)
M-= (W*L2)/12
(kg-m)
M+= (W*L2)/24
(kg-m)
M-= (W*L2)/12
(kg-m)
-
7.5 m 1324.77 6209.87 3104.93 6209.877.5 m 654.21 3066.60 1533.30 3066.607.5 m 763.24 3577.70 1788.85 3577.707.5 m 1482.87 6950.96 3475.48 6950.967.5 m 730.53 3424.37 1712.19 3424.37
218,819.79 kg/cm2 Icolumna 2,636,719 cm4
75cm
75cm
6,487.57 6487.57 -3590.12 3,590.12-5.26 -5.2614.43 28.19
Prom 3.40 -59.49 -59.49 421.30354.34 456.88 25.23
-409.96 -409.966,490.97 6,490.97 -3,168.82 3,168.82
0.12 0.120.75
3245.49 03,599.82 -2502
0-3630.00
-32.10-2897.44
-
-1448.72
7.5 m
11,661.05 11661.05 -6894.39 6,894.39-9.15 -9.1523.42 50.72
Prom 59.08 -106.42 -106.42 684.53621.30 816.64 45.73
-665.40 -665.4011,601.97 11,601.97 -6,209.87 6,209.87
0.12 0.120.75
5800.99 06,422.29 -4061
0-6500.00
-55.84-4766.66
-
7.5 m
-
MOMENTOS CANNICOS
-
Iviga 720,000 cm4
60cm
40cm
3,044.81 3044.81 -3758.59 3,758.593.89 3.89
-29.75 -1.78Prom 124.01 56.37 18.37 180.89 Prom148.65 -204.98 -251.83 146.60
50.46 50.463,168.82 3,168.82 -3,577.70 3,577.70
0.12 0.120.75
1584.41 0 1788.851,435.76 308 1,642.25
03440.00
23.74675.77
-
337.89
7.5 m 7.5 m
6,023.80 6023.80 -7312.47 7,312.476.96 6.96
-53.21 -3.22Prom 186.06 101.43 32.55 361.51 Prom249.23 -332.70 -489.26 281.87
91.45 91.456,209.87 6,209.87 -6,950.96 6,950.96
0.12 0.120.75
3104.93 0 3475.482,855.70 558 3,193.61
06190.00
42.501219.79
-
7.5 m 7.5 m
-
HARDY CROSS PARA EJES A y D
3,103.62 3103.62-1.299.18
474.08 -3.5525.23
-503.653,577.70 3,577.70
0.140.86 0.890.00 0.00
-3074.05 6832.440.00 0.00
-21.68 248.810.00 0.00-7.89 13.98
-3103.62 7095.22
4.50
-
-1551.81
HARDY CROSS PARA EJES B y C
6,025.71 6025.71-2.2916.28
925.25 -6.4445.73
-978.526,950.96 6,950.96
0.140.86 0.890.00 0.00
-5972.44 12839.170.00 0.00
-39.29 455.920.00 0.00
-13.98 25.61-6025.71 13320.70
4.5 m
-
E 218,819.79 kg/cm2 Icolumna 213,333
40cm
40cm
HARDY CROSS PARA EJES A y D
-7095.22 7,095.22 7,550.01 7550.01 -2846.721.77 -3.18 -3.18
-15.74 15.74 15.7431.49 601.95 Prom 147.15 -31.49 -31.49
-280.30 227.40 432.37 -120.58864.73 -560.59 -560.59
-7,697.17 7,697.17 7,697.17 7,697.17 -2,146.620.11 0.10 0.10
0.803848.58 04,075.98 -4429
0-2490.00
-25.13-4703.30
-
3547.61 -2351.65
7.50 m
HARDY CROSS PARA EJES B y C
-13320.70 13,320.70 14,214.70 14214.70 -5596.313.24 -5.83 -5.83
-28.85 28.85 28.8557.70 1143.43 Prom 249.43 -57.70 -57.70
-513.62 447.00 812.48 -241.161624.96 -1027.23 -1027.23
-14,464.13 14,464.13 14,464.13 14,464.13 -4,293.240.11 0.10 0.10
0.807232.07 07,679.06 -8116
0-4560.00
-46.05-8618.38
6660.35 -4309.19
-
7.50 m
-
cm4 Iviga 45,000 cm4
30cm
20cm
2,846.72 1,642.68 1642.681.77
-15.74700.10 Prom 503.94 31.49
98.08 -280.30-241.16
2,146.62 2,146.62 2,146.620.11
0.891073.31 0.00
975.23 -1905.460.00
248.810.00
13.98-1642.68
4.50
-
-821.34
7.50 m
5,596.31 3,329.40 3329.403.24
-28.851303.07 Prom 963.84 57.70
169.61 -513.62-482.32
4,293.24 4,293.24 4,293.240.11
0.892146.62 0.001,977.01 -3810.92
0.00455.92
0.0025.61
-3329.40
4.50
-1664.70
-
7.50 m
-
VIGA EJES 1,2 y 3 L=7COSTOS fy
ACERO Q/qq 345 375 450
1qq a 6m long. Y 9.23 cm2 de seccion aceroHOJA DE CALCULO DE ACERO A FLEXION EN VIGAS.Para rea Ssmica y fc
-
f`cCONCRETO 3000/210 4000/281 5000/350
Q/m3 980 1170 1290
0.9Kg-cm Mu- 1,166,105.39 Kg-cmcm b 25 cmcm d 40 cmKg/cm2 fy 2810 Kg/cm2Kg/cm2 f'c 210 Kg/cm2
0.85
cm2 Asmin 5.160 cm2cm2 As1 114.225 cm2cm2 As2 12.821 cm2cm2 Asmax 20.347 cm2
cs 5.16 cm2
baston+ 0.29 cero baston- 7.66
ci 6.41 cm27
1
-
VIGA EJES 1,2 y 3 L=5.3COSTOS fy
ACERO Q/qq 345 375 450
1qq a 6m long. Y 9.23 cm2 de seccion aceroHOJA DE CALCULO DE ACERO A FLEXION EN VIGAS.Para rea Ssmica y fc
-
f`cCONCRETO 3000/210 4000/281 5000/350
Q/m3 980 1170 1290
0.9 COSTOSKg-cm Mu- 602,570.98 Kg-cm CONCRETO #REF!cm b 20 cm ACERO 134.30cm d 30 cm TOTAL #REF!Kg/cm2 fy 2810 Kg/cm2Kg/cm2 f'c 210 Kg/cm2
0.85
cm2 Asmin 3.096 cm2cm2 As1 67.222 cm2cm2 As2 9.006 cm2cm2 Asmax 12.208 cm2
cs 3.77 cm2
baston+ -0.76 cero baston- 5.23
ci 5.66 cm25.3
1
-
DISTRIBUCION DE COLUMNAS
7.5
C1 C2 C3 C4
C5 C6 C7 C8
7.5
C9 C10 C11 C127.5 7.5 7.5
DISEO DE COLUMNAS por el metodo de Amplificador de Momentos DIRECCION SECCION DE COLUMNA SECCION DE VIGA
Y75 60
X
75 40
COLUMNAS CENTRALES
DATOS ESTRUCTURALES DIMENSIONES PROPUESTASfc = 210 kg/cm2fy= 2810 kg/cm2 b= 75 cms.Seccion de viga h= 75 cms.b= 40 cms. Columna Superiorh= 60 cms. Lu= 400 cms.Mux= 2897.44 kg-m Columna MediaMuy= 4703.30 kg-m Lu= 400 cms.CM= 799.54 kg/m2 Columna InferiorCV= 300 kg/m2 Lu= 400 cms.Pu= 61848.9 kg vigas de arribaLu= 380 cms. VIGA 0+X VIGA 0-XAT= 56.25 m2 Longitud 750 cms. Longitud 750 cms.
VIGA 0+Y VIGA 0-YLongitud 750 cms. Longitud 750 cms.
CALCULANDO LAS RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS QUE LLEGAN A LA COLUMNA CALCULANDO LAS RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS QUE LLEGAN A LA COLUMNA
MAGNIFICANDO EN SENTIDO X-X MAGNIFICANDO EN SENTIDO Y-Y
RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS
-
Columna Superior = 0.00 SI existe columna Superior Columna Superior = 0.00 SI existe columna SuperiorColumna intermedia = 6591.80 COLUMNA A DISEAR Columna intermedia = 6591.80 COLUMNA A DISEARColumna inferior = 0.00 SI existe columna inferior Columna inferior = 0.00 SI existe columna inferior
arriba arribaViga 0-X 960.00 Viga 0-Y 960.00Viga 0+X 960.00 Viga 0+Y 960.00
DETERMINANDO (Esto representa la capacidad del nodo para absorver energia) DETERMINANDO (Esto representa la capacidad del nodo para absorver energia) arriba = 3.43 arriba = 3.43 abajo = 3.43 abajo = 3.43
promedio= 3.43 promedio 3.43
CALCULO DEL FACTOR DE PANDEO CALCULO DEL FACTOR DE PANDEOPara marcos sin ladeo FORMULA DE CRANSTON k
-
ex/hx = 0.06ey/hy = 0.11
CALCULO DE RELACIONES DE SECCIONESrecubriminento (en mts)= 0.05 x = b ch/ bx = 0.87 mts. minimo = 0.03 mts.recubriminento (en mts)= 0.05 y = h ch/ hy = 0.87 mts. minimo = 0.05 mts.
b ch Y h ch = longitudes de la columna menos el recubrimiento de arriba y de abajo Ach = 4225 Cms.
CUANTILLA DE ARMADO TOTALu = 0.17 cms.
PARAMETROS PARA DETERMINAR K'x Y K'y EN GRAFICOS DE DISEOex/hx = 0.06 ey/hy =0.11
x = 0.87 y =0.87u = 0.17 u =0.17
Ingrese datos segun las graficasK'x = 0.8 K'y =0.35
CALCULO DE P'x Y P'yP'x = 945000 Kg.P'y = 413437.5 Kg.
CLCULO DE P'u1/P'u = 0.000002245
EntoncesP'u = 445438.74 kg.
CHEQUEANDO EL ACEROP'u Vrs. PuCHEQUEA, se puede seguir diseando
445438.74 > 61848.9P'u > Pu
ALTURA DE LA ZONA DE CONFINAMIENTOh/6 =
Lo = 45 cms. Constante De estos tres se toma el mayorlado mayor de la seccion de la columna
Ingresar datos66.6666666667 cms.
Lo = 66.66 cms. Mayor =75 cms.75 cms.
CALCULO DEL ESPACIAMIENTO DE LOS ESTRIBOSAsv = Area transversal de la varilla utilizadaLn = Mayor distancia entre dos varillasps = Relacion volumetrica de la seccion transversal
Ingrese No. de varilla a utilizar para estribosNo. = 5Asv = 1.98 Cms. 2
Ingrese la mayor distancia entre dos varillas Ln.Ln = 82 Ingresado
Relacion Volumetrica de la seccion transversalps = 0.0094720883
POR LO TANTOSo = 5.10 Cms.
So es la separacion maxima entre estribos ya que 5.10 > 5 11.6666667
y si podemos utilizar este dato porque es menor a 10
POR LO TANTOS = 37.5 Cms.
13.3333333 Donde S es la separacion maxima entre estribos en la zona NO confinada
Donde So es el espaciamiento de los estribos en la zona de confinamiento
-
Ingrese los siguientes datosLa Separacion final de estribos en la zona de confinamiento es: 5 Cms. Ingresado 400 cmLa Separacion final de estribos en la zona NO confinada es: 37.5 Cms. Ingresado 75 cm
b ch = 65 cmsh ch = 65 cms 212.5
No. de estribos en la zona de confinamiento 16 entonces necesitamos 31 estribosNo. de estribos en la zona NO confinada 6 entonces necesitamos 6 estribos
37 Cantidad Total de estribos en la columna
Metros lineales de varilla por estribo: 2.74 mts. Numero Varilla/qqSe necesitan 101.57 metros lineales de acero 2 30Cantidad de Varillas que se necesitan para los estribos: 16.93 Varillas de acero No. 5 3 13
4 7.55 13 Ingresado 5 4.65
entonces tenemos que se necesitan 1.30 qq de acero para los estribos 6 3.277 2.4
Longitud de varilla por columna = 4 mts. 8 1.826.66666667 Entonces se necesitan 40 Metros lineales de acero 9 1.440.55555556 que equivalen a 2.22 varilla de acero numero 8 y 102.22222222 4.44 varilla de acero numero 9 11
4.44 8 1.82 Ingresado 129 1.44 Ingresado
entonces tenemos que se necesitan 4.31 qq de acero para cubrir el area de acero transversal
entonces se necesitan 5.61 qq de acero para construir la columnaY (volumen de columna) 2.25 Mts3 de Concreto para construir la columna
Segun nuestros datos estructurales tenemos que fc = 210 kg/cm2 = 4000 PSI
fy= 2810 kg/cm2 = 40
El precio del concrteo 4000 PSI es de Q 1260.00 El metro cubico Ingresado y el precio del acero grado 40 es de Q 490.00 El quintal Ingresado
por lo que el precio del acero para contruir la columna es de Q 2748.69 y el precio del concrteo para construir la columna es de Q 2835.00
###
Ingrese la cantidad de varillas/qq de acero numero
Ingrese la cantidad de varillas/qq de acero numeroIngrese la cantidad de varillas/qq de acero numero
que equivale a un concreto de (ingrese dato) que equivale a un acero de grado (ingrese dato)
que le dan un valor Total a la columna de Q
-
7.5
C1 C2
C5 C6
7.5
C9 C107.5 7.5
DISEO DE COLUMNAS por el metodo de Amplificador de Momentos DIRECCION
Y
X
-
COLUMNAS SECUNDARIAS
DATOS ESTRUCTURALESfc = 210 kg/cm2fy= 2810 kg/cm2Seccion de vigab= 40 cms.h= 60 cms.Mux= 2897.44 kg-mMuy= 13320.70 kg-mCM= 799.54 kg/m2CV= 300 kg/m2Pu= 25839.096 kgLu= 710 cms.AT= 23.5 m2
CALCULANDO LAS RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS QUE LLEGAN A LA COLUMNA
MAGNIFICANDO EN SENTIDO X-X
RIGIDECES DE LOS ELEMENTOSColumna Superior =Columna intermedia =Columna inferior =
arribaViga 0-XViga 0+X
DETERMINANDO (Esto representa la capacidad del nodo para absorver energia) arriba = 3.43 abajo = 3.43
promedio= 3.43
-
CALCULO DEL FACTOR DE PANDEOPara marcos sin ladeo FORMULA DE CRANSTONPara marcos con ladeo FORMULA DE FURLON
FORMULA DE FURLONSi promedio < 2 entonces K=Si promedio > 2 entonces K=
De donde tenemos entonces que K=
CALCULO DE LA RELACION DE ESBELTEZRadio de Giro= 0.225
Es= 33.69 Se tiene que chequear la magnificacionLa columna es esbelta y necesita chequeos de esbeltez para magnificarlaYA se puede comenzar a disear
Bd= 0.67
EI equivale= 138482611107.2 kg-cm213848.26111072 Ton-mt2
CALCULO DE LA CARGA CRITICAPcr= 2378.877048347 Ton
CALCULO DEL MAGNIFICADO EN X x-x= 1.016
CALCULO DE MOMENTOS DE DISEO EN XMd x-x = 2943.111029801 kg-mts.
DATOS DE DISEOPu= 25839.096 kg.
Md x-x = 2943.11 kg-mts.Md y-y = 13530.65 kg-mts.
PROPONIENDO ARMADO LONGITUDINALAs minimo = 56.25 Cms 2As maximo = 337.5 Cms 2
CALCULO DE EI equivalente
-
PROPONIENDO UN AREA DE ACERONo. de varillas que se propone
46
Area propuesta= 19.10
= 0.7 factor de reduccion de columna (cambiarlo segun criterio)Ag= 5625 cms.As= 19.10
P'o= 738026.905
CALCULO DE EXENTRICIDADES
ex= 0.11ey= 0.52
CALCULO DE LA RELACION e/hex/hx = 0.15ey/hy = 0.70
recubriminento (en mts)= 0.05recubriminento (en mts)= 0.05
b ch Y h ch = longitudes de la columna menos el recubrimiento de arriba y de abajo
CUANTILLA DE ARMADO TOTALu = 0.05 cms.
PARAMETROS PARA DETERMINAR K'x Y K'y EN GRAFICOS DE DISEOex/hx = 0.15 ey/hy =
x = 0.87 y =u = 0.05 u =
Ingrese datos segun las graficasK'x = 0.8 K'y =
CALCULO DE P'x Y P'yP'x = 945000 Kg.
-
P'y = 413437.5 Kg.
CLCULO DE P'u1/P'u = 0.000002122
EntoncesP'u = 471257.49 kg.
CHEQUEANDO EL ACEROP'u Vrs. PuCHEQUEA, se puede seguir diseando
471257.49 > 25839.096P'u > Pu
ALTURA DE LA ZONA DE CONFINAMIENTOh/6 =
Lo = 45 cms. Constantelado mayor de la seccion de la columna
Ingresar datos66.6666666667 cms.
Lo = 45 cms.75 cms.
CALCULO DEL ESPACIAMIENTO DE LOS ESTRIBOSAsv = Area transversal de la varilla utilizadaLn = Mayor distancia entre dos varillasps = Relacion volumetrica de la seccion transversal
Ingrese No. de varilla a utilizar para estribosNo. = 3Asv = 0.7128 Cms. 2
Ingrese la mayor distancia entre dos varillas Ln.Ln = 12 Ingresado
Relacion Volumetrica de la seccion transversalps = 0.0094720883
POR LO TANTOSo = 12.54 Cms.
So es la separacion maxima entre estribos ya que
pero no podemos usar este dato porque es mayor a 10, vuelva a verificar LnDonde So es el espaciamiento de los estribos en la zona de confinamiento
-
POR LO TANTOS = 37.5 Cms.
13.3333333 Donde S es la separacion maxima entre estribos en la zona NO confinada
Ingrese los siguientes datosLa Separacion final de estribos en la zona de confinamiento es: La Separacion final de estribos en la zona NO confinada es:
b ch = 65 cmsh ch = 65 cms
No. de estribos en la zona de confinamientoNo. de estribos en la zona NO confinada
Metros lineales de varilla por estribo:Se necesitan 52.01 metros lineales de aceroCantidad de Varillas que se necesitan para los estribos:
entonces tenemos que se necesitan
Longitud de varilla por columna =6.66666667 Entonces se necesitan 0.66666667 que equivalen a 2.66666667
4.00
entonces tenemos que se necesitan
entonces se necesitan 2.02Y (volumen de columna) 2.25
Segun nuestros datos estructurales tenemos que fc = 210 kg/cm2 =
fy= 2810 kg/cm2 =
El precio del concrteo 4000y el precio del acero grado 40
por lo que el precio del acero para contruir la columna es de Q
Ingrese la cantidad de varillas/qq de acero numero
Ingrese la cantidad de varillas/qq de acero numeroIngrese la cantidad de varillas/qq de acero numero
-
y el precio del concrteo para construir la columna es de Q que le dan un valor Total a la columna de Q
-
DISTRIBUCION DE COLUMNAS
C3 C4
C7 C8
C11 C127.5
DISEO DE COLUMNAS por el metodo de Amplificador de MomentosSECCION DE COLUMNA SECCION DE VIGA
75
-
75 40
COLUMNAS SECUNDARIAS
DIMENSIONES PROPUESTAS
b= 75 cms.h= 75 cms.Columna SuperiorLu= 400 cms.Columna MediaLu= 400 cms.Columna InferiorLu= 400 cms.vigas de arribaVIGA 0+X VIGA 0-XLongitud 750 cms. Longitud
VIGA 0+Y VIGA 0-YLongitud 750 cms. Longitud
CALCULANDO LAS RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS QUE LLEGAN A LA COLUMNA
0.00 SI existe columna Superior6591.80 COLUMNA A DISEAR
0.00 SI existe columna inferior
960.00960.00
DETERMINANDO (Esto representa la capacidad del nodo para absorver energia)
- k
-
No. de varilla Area (cm)6 2.844 1.29
factor de reduccion de columna (cambiarlo segun criterio)
CALCULO DE RELACIONES DE SECCIONESx = b ch/ bx = 0.87 mts. minimo =y = h ch/ hy = 0.87 mts. minimo =
b ch Y h ch = longitudes de la columna menos el recubrimiento de arriba y de abajo Ach =
PARAMETROS PARA DETERMINAR K'x Y K'y EN GRAFICOS DE DISEO0.700.870.05
0.35
-
De estos tres se toma el mayor
Mayor = 75 cms.
Relacion volumetrica de la seccion transversal
12.54 > 5
pero no podemos usar este dato porque es mayor a 10, vuelva a verificar Ln es el espaciamiento de los estribos en la zona de confinamiento
-
Donde S es la separacion maxima entre estribos en la zona NO confinada
La Separacion final de estribos en la zona de confinamiento es: 13 Cms. Ingresado La Separacion final de estribos en la zona NO confinada es: 37.5 Cms. Ingresado
212.5
7 entonces necesitamos 146 entonces necesitamos 6
20
2.65 mts.metros lineales de acero
Cantidad de Varillas que se necesitan para los estribos: 8.67 Varillas de acero No.
3 13 Ingresado 0.67 qq de acero para los estribos
4 mts.40 Metros lineales de acero
2.67 varilla de acero numero 6 y 4.00 varilla de acero numero 4
6 3.27 Ingresado 4 7.5 Ingresado
1.35 qq de acero para cubrir el area de acero transversal
qq de acero para construir la columnaMts3 de Concreto para construir la columna
400040
PSI es de Q 1260.00 El metro cubicoes de Q 490.00 El quintal
por lo que el precio del acero para contruir la columna es de Q 987.64
que equivale a un concreto de (ingrese dato) que equivale a un acero de grado (ingrese dato)
-
y el precio del concrteo para construir la columna es de Q 2835.00###que le dan un valor Total a la columna de Q
-
DISEO DE COLUMNAS por el metodo de Amplificador de MomentosSECCION DE VIGA
60
-
750 cms.
750 cms.
CALCULANDO LAS RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS QUE LLEGAN A LA COLUMNA
MAGNIFICANDO EN SENTIDO Y-Y
RIGIDECES DE LOS ELEMENTOSColumna Superior = 0.00 SI existe columna SuperiorColumna intermedia = 6591.80 COLUMNA A DISEARColumna inferior = 0.00 SI existe columna inferior
arribaViga 0-Y 960.00Viga 0+Y 960.00
DETERMINANDO (Esto representa la capacidad del nodo para absorver energia) arriba = 3.43 abajo = 3.43
promedio 3.43
- CALCULO DEL FACTOR DE PANDEOPara marcos sin ladeo FORMULA DE CRANSTON k
-
3/2 12 11.4 corrugado
1.58750.79375 15.48
0.03 mts.0.05 mts.
4225 Cms.
-
400 cm75 cm
estribosestribosCantidad Total de estribos en la columna
Numero Varilla/qq2 30
3 3 134 7.55 4.656 3.277 2.48 1.829 1.44
101112
PSI
Ingresado Ingresado
-
CALCULANDO LAS RIGIDECES DE LOS ELEMENTOS QUE LLEGAN A LA COLUMNA
SI existe columna Superior
DETERMINANDO (Esto representa la capacidad del nodo para absorver energia)
-
La columna es esbelta y necesita chequeos de esbeltez para magnificarla
Carga a la que empieza a pandearse
0.7
-
ZAPATA CONCENTRICA PRINCIPAL61.8 Ton
0.75
suelo
0.752
Altura de columnaMa x-x 2.90 Ton-m. 4Ma y-y 4.70 Ton-m.
Ma y-y
Ma x-x
DATOS:Fcu = 1.4Vs = 18.5 Ton/m^2Ws = 1.965 Ton/m^3Wc = 2.4 Ton/m^3f'c = 210 kg/cm^2fy = 2810 kg/cm^2
CARGA POR SERVICIO
P' = 44.178 TonMx = 2.0696 T-m.My = 3.3595 T-m.
DIMENSIONES DE ZAPATA SUGERIDAS
AREA = 3.3432 m2 DIMENSION = 1.8284 m2 Nota:
2.5 6.3
A PROPUESTA = 6.25 m2
2.5 t' Grosor de Zapata
0.5
40 + d 40 + d/240 40
Pcolumna = 8.1 TonPsuelo = 24.563 TonPcimiento = 7.5 Ton
Pd = 84.34 Ton
Calculo de momento Excentricidad Presion Qmax Presion Qmin Presion Ultima
Mx = 2.0696 T-m. ex = 0.02 m qmax = 15.579 Ton/m2 qmin = 11.41 Ton/m2 qult = 21.811 Ton/m2My = 3.3595 T-m. ey = 0.04 m
DIAGRAMA DE PRESIONES PERALTE EFECTIVO
recubrimiento= 0.075 mdiametro de varilla= 0.019 m
11.4
1
d= 0.42 m
15.5
8
2.5 ^
No se recomienda un area de zapata muy cercana al valor soporte.
COLU
MNA
ZAPA
TA CO
NCEN
TRICA
ZAPA
TA CO
NCEN
TRICA
-
CORTE SIMPLE CORTE PUNZONANTE
V actuante= 25.06 T V actuante= 106.69 T b= 466 cmOK
V resistente= 59.83 T V c1= 669.38 TOK
V c2= 118.54 T
V c3= 210.50 T
REFUERZO POR FLEXION EN X-X
MOMENTO ULTIMO ACTUANTE
M= 834949 kg-cm
CHEQUEO POR FLEXION EJE X - X CHEQUEO POR FLEXION EJE Y - Y
Momento Actuante Momento Actuante8.35 8.35
As minimo As minimo8.309 cm^2 8.309 cm^2
Propuesta de Armado Propuesta de Armado# 4 @ 16 cm # 4 @ 16 cm
7.92 7.92No Cumple No Cumple
Momento Ultimo Momento Ultimo8.19 < 8.35 7.99 < 8.35
NO CUMPLE NO CUMPLE
PROPUESTA DE ARMADO PROPUESTA DE ARMADO
Cama Superior (X - X) Cama Superior (X - X)# 4 @ 16 cm # 4 @ 16 cm
-
ZAPATA CONCENTRICA 25.8 Ton
0.4
suelo
0.41.5
Altura de columnaMa x-x 2.90 Ton-m. 4.5Ma y-y 13.32 Ton-m.
Ma y-y
Ma x-x
DATOS:Fcu = 1.4Vs = 18.5 Ton/m^2Ws = 1.965 Ton/m^3Wc = 2.4 Ton/m^3f'c = 210 kg/cm^2fy = 2810 kg/cm^2
CARGA POR SERVICIO
P' = 18.456 TonMx = 2.0696 T-m.My = 9.5148 T-m.
DIMENSIONES DE ZAPATA SUGERIDAS
COLU
MNA
ZAPA
TA CO
NCEN
TRICA
-
AREA = 1.3967 m2 DIMENSION = 1.1818 m2 Nota:
1.5
A PROPUESTA1.
5 t' Grosor de Zapata0.5
40 + d 40 + d/240
Pcolumna = 2.304 TonPsuelo = 6.6319 TonPcimiento = 2.7 Ton
Pd = 30.09 Ton
Calculo de momento Excentricidad Presion Qmax
Mx = 2.0696 T-m. ex = 0.07 m qmax = 33.969My = 9.5148 T-m. ey = 0.32 m
DIAGRAMA DE PRESIONES PERALTE EFECTIVO
recubrimiento= 0.075 mdiametro de varilla= 0.019 m
-7.2
2
d= 0.42 m
33.9
7
1.5
CORTE SIMPLE CORTE PUNZONANTE
V actuante= 9.60 T V actuante= 75.38 TOK
V resistente= 35.90 T V c1= 468.35 T
No se recomienda un area de zapata muy cercana al valor soporte.
ZAPA
TA CO
NCEN
TRICA
-
V c2= 84.41 T
V c3= 147.28 T
REFUERZO POR FLEXION EN X-X
MOMENTO ULTIMO ACTUANTE
M= 719290 kg-cm
CHEQUEO POR FLEXION EJE X - X CHEQUEO POR FLEXION EJE Y - Y
Momento Actuante Momento Actuante7.19 7.19
As minimo As minimo8.309 cm^2 8.309 cm^2
Propuesta de Armado Propuesta de Armado# 5 @ 20 cm # 5 @ 20 cm
9.90 9.90Cumple Cumple
Momento Ultimo Momento Ultimo10.20 > 7.19 9.95 > 7.19
PROPUESTA DE ARMADO PROPUESTA DE ARMADO
Cama Superior (X - X) Cama Superior (X - X)# 5 @ 20 cm # 5 @ 20 cm
El Acero Elegido es Suficiente
El Acero Elegido es Suficiente
-
ZAPATA CONCENTRICA
0.4
Altura de columna4.5
COLU
MNA
ZAPA
TA CO
NCEN
TRICA
-
2= 2.25 m2
40 + d/240
Presion Qmin Presion Ultima
Ton/m2 qmin = -7.2201 Ton/m2 qult = 47.556 Ton/m2
PERALTE EFECTIVO
recubrimiento= 0.075 mdiametro de varilla= 0.019 m
d= 0.42 m
^
CORTE PUNZONANTE
V actuante= 75.38 T b= 326 cm
V c1= 468.35 TOK
No se recomienda un area de zapata muy cercana al valor soporte.
ZAPA
TA CO
NCEN
TRICA
-
V c2= 84.41 T
V c3= 147.28 T
CHEQUEO POR FLEXION EJE Y - Y
PROPUESTA DE ARMADO
-
ZAPATA EXCENTRICA25.8 Ton
suelo
0.752
Mmax 13.3 Ton-m.
DATOS:Fcu = 1.5Vs = 18.5 Ton/m^2Ws = 1.965 Ton/m^3Wc = 2.4 Ton/m^3f'c = 281 kg/cm^2fy = 2810 kg/cm^2
CARGA POR SERVICIO
P' = 17.226 TonMx = 8.8805 T-m.
DIMENSIONES DE ZAPATA SUGERIDAS
AREA = 1.3967 m2 DIMENSION = 1.181824 m2
6.25 2.5
2.5 t' Grosor de Zapata
0.5
40 + dZA
PATA
EXCE
NTRIC
A
-
70Pcolumna = 8.1 TonPsuelo = 24.563 TonPcimiento = 7.5 Ton
Pd = 57.39 Ton
Calculo de momento Excentricidad Presion Qmax
Mo = 31.04 Ton-m e = 0.54 m qmax
Presion de terreno y cimiento
q(s+c) = 7.695 Ton/m2
ZAPATA a = 0.71 m 3a =
32.3
7 Comportamiento Linealw(x) = 15.22 x
Comportamiento Cuadratico3a w(x) = 7.1531588 x^2
CHEQUEO POR CORTE PUNZONANTE
X = 1.58 w(x) = 24.00261 Ton/m^2w(x) = 17.797 Ton/m^2
COMPORTAMIENTO LINEAL
Vactuante = 27.191 Ton
Vres1 = 215.89 TonVres2 = 39.716 Ton Valor Minimo = 39.71587 TonVres3 = 67.89 Ton
CriterioChequea
CHEQUEO POR CORTE SIMPLE
-
25.839096 Ton
suelo2
16.394
x1.05
2.13 0.37
2.87
1.08
4.81
2.33 0.51
CHEQUEO POR FLEXION EJE X - XMomento de Seccin
0.5343
Comportamiento Lineal Comportamiento Cuadratico
Wrostro de columna Wrostro de columna20.959 9.8523086
Momento rostro de columna Momento rostro de columna5.1562 8.6679043
-
x = 1.30 x = 2.48
Wultimo maximo Wultimo maximo19.798 17.706915
Momento Actuante Momento Actuante5.19 13.125347
As minimo As minimo6 cm^2 6 cm^2
Propuesta de Armado Propuesta de Armado# 5 @ 20 cm # 5 @
9.90 9.90Cumple Cumple
Momento Ultimo Momento Ultimo7.36 > 5.19 7.36 < 13.13
NO CUMPLE
PROPUESTA DE ARMADO PROPUESTA DE ARMADO
Cama Superior (X - X) Cama Superior (X - X)# 5 @ 20 cm # 5 @
Cama Inferior (X - X) Cama Inferior (X - X)# 4 @ 25 cm # 4 @
CHEQUEO POR FLEXION EJE Y - Y
Comportamiento Lineal Comportamiento Cuadratico
Carga para franja de diseo Carga para franja de diseo17.155 8.0640189
Carga de diseo YY Carga de diseo YY24.763 20.21804
Momento Actuante Rost Col Momento Actuante Rost Col9.4798 7.7397185
El Acero Elegido es Suficiente
-
Peralte Efectivo Peralte Efectivo73.571 73.57125
As As4.9785 4.0675395
PROPUESTA DE ARMADO PROPUESTA DE ARMADO
Cama Superior (Y - Y) Cama Superior (Y - Y)4 # 4 4 # 4
Cama Inferior (Y - Y) Cama Inferior (Y - Y)4 @ 25 4 @ 25
-
ZAPATA EXCENTRICA
0.75
Altura de columna4
Nota:
6
t' Grosor de Zapata Peralte "d"0.5 0.3
40 + d 40 + d/2
No se recomienda un area de zapata muy cercana al valor soporte.
COLU
MNA
ZAPA
TA EX
CENT
RICA
-
55
Presion Qmax Presion Ultima
= 21.581 Ton/m2 qult = 32.372 Ton/m2
2.13 m
CHEQUEO POR CORTE PUNZONANTE
COMPORTAMIENTO CUADRATICO
Vactuante = 25.996 Ton
Vres1 = 215.89138 TonVres2 = 39.715867 Ton Valor Minimo = 39.716 TonVres3 = 67.890371 Ton
CriterioChequea
CHEQUEO POR CORTE SIMPLE
-
x = 1.08 m
Comportamiento Lineal Comportamiento Cuadraticow(x) = 15.22 x = 16.394 w(x) = 7.1532 x^2 =
Vact = 4.81 Ton/m Vact = 7.01 Ton/mFranja Unitaria Franja Unitaria
Comportamiento Cuadratico
Momento rostro de columna
-
Propuesta de Armado20 cm
9.90Cumple
13.13
NO CUMPLE
PROPUESTA DE ARMADO
Cama Superior (X - X)20 cm
25 cm
Comportamiento Cuadratico
Carga para franja de diseo
Momento Actuante Rost Col
-
PROPUESTA DE ARMADO
Cama Superior (Y - Y)4
25
-
COLU
MNA
ZAPA
TA EX
CENT
RICA
-
8.3023
-
LOSA NERVURADACROSSVIGASCOLUMNA 1COLUMNA 2ZAPATA 1 CONCENTRICAZAPATA 2 CONCENTRICAZAPATA EXCENTRICA
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