diseÑo de concreto armado

DISEÑO DE ZAPATA CENTRAL AISLADA

LARGO ANCHO ALTO PESO

ALIGERADO 0.30 3.375 3.00 3.04

COLUMNA 2.40 0.250 0.25 5.00 0.75

ALIGERADO 0.30 3.375 3.00 3.04TABIQUERIA 0.15 3.625 3.25 1.77ACABADO 0.10 3.625 3.25 1.18COLUMNA 2.40 0.250 0.25 2.70 0.41S/C 0.25 3.625 3.25 2.95ALIGERADO 0.30 3.375 3.00 3.04TABIQUERIA 0.15 3.625 3.25 1.77ACABADO 0.10 3.625 3.25 1.18COLUMNA 2.40 0.250 0.25 2.70 0.41S/C 0.25 3.625 3.25 2.95

AZOTEA ACABADO 0.10 3.625 3.25 1.18COLUMNA 2.40 0.250 0.25 1.00 0.15S/C 0.10 3.625 3.25 1.18

CARGA MUERTA(D) = 17.89 TnCARGA VIVA (L) = 7.07 Tn

CALCULO DEL AREA DE LA ZAPATA

P= D+L = 24.96 Tn2.00 Kg/cm2

Az= P/σt = 1.25 m2Se trabajará con una zapata de :

S= 1.15 m T ≥ ST= 1.15 m

CALCULO DEL PERALTE EFECTIVO

Pu = 1,5xD + 1,8xLPu = 39.56 Tn

Pu/(SxT)29.91 Tn/m2

Se asumira un peralte efectivo de d = 40.00 cm

VERIFICACION POR PUNZONAMIENTO

COLUMNA T1 = 0.25 mT2 = 0.25 mm = 0.65 m

PESO UNITARIO

PRIMER PISO

SEGUNDO PISO

TERCER PISO

σt=

σu=σu=

d/2

T2

d/2

S

T

m

n

T1 d/2d/2

n = 0.65 m

Vu = Pu - σu.(mxn)Vu = 26.92 Tn

Tiene que cumplir que :

DONDE :0.85

fć = 175 Kg/cm2Para el concreto Vc =

βc = T1/T2bo = 2.m + 2.n (perímetro de los planos de falla)

βc = 1.00bo = 2.60 mVc = 151.34 Tn

Entonces : Vu/Ø = 31.67 Tn OK

VERIFICACION POR CORTE

Vu = σu.(Lv.S)Lv = 0.05 m

Vu = 1.72 Tn

Tiene que cumplir que :

DONDE :0.85

fć = 175 Kg/cm2Vc =Vc = 32.25 Tn

Entonces : Vu/Ø = 2.02 Tn OK

DISEÑO POR FLEXIÓN

Mu =X = 0.45 m

Mu = 3.48 Tn - m

fć = 175 Kg/cm20.90

fy = 4200 Kg/cm2

Dar un valor aproximado de "a" a = 0.57 cm

As = 2.32 cm2a = As.fy/(0,85.fć.S)= 0.57 cm OK

Vu/Ø ≤ Vc

Para cortante Ø =

(0,53+1,1/βc).√fć.bo.d ≤ 1,1.√fć.bo.d

; βc ≤ 2 → Vc = 1,1.√fć.bo.d

Vu/Ø ≤ Vc

Para cortante Ø =

0,53.√fć.S.d

(σu.S.X2)/2

Para flexión Ø =

Mu/(Ø.fy.(d-a/2)) =

d/2

T2

d/2

S

T

m

n

T1 d/2d/2

d Lv

S

T

T2

T1

X

S

T

AREA DE ACERO MINIMO = 0,0018.S.d = 8.28 cm2

OBS. : SE UTILIZARA EL AREA DE ACERO MINIMO

1.27 cm2 1/2 Nº de varillas = 7 varillas

Separación = 0.165 m

Separación máxima = 0.45 m OK

Area del Acero por unidad = → Acero de Ø =

T2

T1

X

S

T

FORMULA

INGRESAR

d/2

T2

d/2

S

T

m

n

T1 d/2d/2

d/2

T2

d/2

S

T

m

n

T1 d/2d/2

d Lv

S

T

T2

T1

X

S

T

Pulgada

T2

T1

X

S

T

DISEÑO DE ESCALERADATOS GENERALES A INGRESAR :

Ancho de escalera (b) = 1.60 mPeso especifico del concreto = 2400.00 kg/m3

Paso (P) = 0.30 mContrapaso (CP) = 0.18 mSobrecarga S/C = 600.00 Kg/m2

Sobrecarga Acabados = 100.00 Kg/m2Longitud del tramo a evaluar (L) = 3.70 m

Longitud del descanso (Ld) = 1.60 mLongitud de la escalera (Le) = 2.10 m

Longitud del primer apoyo (E1) = 0.40 mLongitud del segundo apoyo (E2) = 0.25 m

f´c = 280.00 Kg/cm2fy = 4200.00 Kg/cm2

PREDIMENSIONAMIENTO :

t = L/20 ≈ L/25t = L/20 = 0.19 mt = L/25 = 0.15 m

Asumir un valor para "t" = 0.17 m

METRADO DE CARGAS :

A) DESCANSO :CARGA MUERTA :

Peso Propio = 0.653 Tn/mAcabados = 0.160 Tn/m

Cm = 0.813 Tn/m

CARGA VIVA :S/C = Cv = 0.960 Tn/m

CARGA ULTIMA EN DESCANSO=1,5.Cm + 1,8.Cv

2.95 Tn/m

B) ESCALERA :CARGA MUERTA :

Peso Propio = 1.092 Tn/mAcabados = 0.160 Tn/m

Cm = 1.252 Tn/m

CARGA VIVA :S/C = Cv = 0.960 Tn/m

CARGA ULTIMA EN ESCALERA=1,5.Cm + 1,8.Cv

ωu1 =ωu1 =

ωu2 =

L

t

P

CPh =CP/2 + t/cos(a)

E1E2

LdLe

aº

3.61 Tn/m

CALCULO DE LAS REACCIONES EN LOS APOYOS :

L1 = 2.300 mL2 = 1.725 m

R1 = 7.02 TnR2 = 6.37 Tn

El momento maximo se encuentra en :0.000 ≤ X ≤ 2.300

X = 1.945 m

CALCULO DEL MOMENTO MAXIMO POSITIVO :

6.83 Tn - m

; 1.0, 0.9, 0.8

0.80

5.46 Tn - m

DISEÑO POR FLEXION :CALCULO DEL PERALTE "d" :

Recubrimiento = 2.00 cm 1/2 pulgada

Area del acero = 1.27 cm2d = 14.365 cm

CALCULO DEL ACERO POSITIVO :

0.90

Dar un valor aproximado de "a" = 1.16 cm

As = 10.49 cm2a = As.fy/(0,85.f´c.b) = 1.16 cm OK

AREA DE ACERO MINIMO = 0,0018.b.d = 4.14 cm20.0283333

AREA DE ACERO MAXIMO = 48.84 cm2

OBS. : Se utilizará el área de acero por diseño a flexiónArea de acero a utilizar = 10.49 cm2

ωu2 =

M+ u max =

M+ diseño=

Ø del acero =

Para flexión Ø =

Mu/(Ø.fy.(d-a/2)) =

CUANTIA BALANCEADA (ρb) =0,75.ρb.b.d =

R2= Wu2.L1 + Wu1.L2 - R1

0 = X = L1 ; VX = R1 - Wu2.XL1 = X = L2+L1 ; VX = R1 - Wu2.L1 - Wu1.(X-L1)0 = X = L1 ; MX = R1.X - Wu2.X /2L1 = X = L2+L1 ; MX = R1.X - Wu2.L1.(X-L1/2) - Wu1.(X-L1) /2

2

2

Ld+E2/2= L2Le+E1/2= L1

u2 u1

R1= Wu2.L1.(L1/2+L2) + Wu1.(L2) /2 (L1 + L2)

2

M+diseño=α⋅M

+umax

α=

α=

CALCULO DEL NUMERO DE VARILLAS :

Nº De varillas = 9 varillas

SEPARACION ENTRE FIERROS :

Separación = 18.84 cmEscoger una separación aprox. = 18.50 cm

Separación máxima = 45.00 cm

Separación a utilizar = 18.50 cm

Se utilizará : 9 Ø 1/2 @ 0.185

CALCULO DEL ACERO NEGATIVO :

3/8 pulgadaArea del acero = 0.71 cm2

Apoyos monoliticos rigidos

Los apoyos son monoliticos poco rigidos

1/3

3.50 cm2

AREA DE ACERO MINIMO = 0,0018.b.d = 4.14 cm2

Area de acero a utilizar = 4.14 cm2

CALCULO DEL NUMERO DE VARILLAS :

Nº De varillas = 6 varillas





Se utilizará : 6 Ø 3/8 @ 0.300

CALCULO DEL ACERO POR TEMPERATURA (REFUERZO TRANSVERSAL) :

3/8 pulgada

Ø del acero =

As- =

Ø del acero =

Asdiseño− = λ⋅A

s+

λ=1/2→λ=1/3→

λ=

Area del acero = 0.71 cm2b´ = 100 cm

Ast = 0,0018.b´.t = 3.06 cm2/m





Se utilizará : Ø 3/8 @ 0.250

FORMULAINGRESAR

L

t

P

CPh =CP/2 + t/cos(a)

E1E2

LdLe

aº

R2= Wu2.L1 + Wu1.L2 - R1

0 = X = L1 ; VX = R1 - Wu2.XL1 = X = L2+L1 ; VX = R1 - Wu2.L1 - Wu1.(X-L1)0 = X = L1 ; MX = R1.X - Wu2.X /2L1 = X = L2+L1 ; MX = R1.X - Wu2.L1.(X-L1/2) - Wu1.(X-L1) /2

2

2

Ld+E2/2= L2Le+E1/2= L1

u2 u1

R1= Wu2.L1.(L1/2+L2) + Wu1.(L2) /2 (L1 + L2)

2

metros

metros

CALCULO DEL ACERO POR TEMPERATURA (REFUERZO TRANSVERSAL) :

metros

DISEÑO DE VIGAS SIMPLEMENTE REFORZADADATOS GENERALES A INGRESAR

Ancho (b) = 0.25 mLongitud Libre (L) = 2.25 m

fć = 210.00 Kg/cm2fy = 4200.00 Kg/cm2

Longitud (La) = 3.50 mLongitud (Lb) = 3.00 m

Sobrecarga (S/C) = 400.00 Kg/m2Sobrecarga Acabados = 100.00 Kg/m2

Tabiqueria = 150.00 Kg/m2Aligerado = 300.00 Kg/m2

Peso Especifico del Concreto = 2400.00 Kg/m3Longitud mayor de viga adyacente = 4.50 m

METRADO DE CARGAS :

CARGA MUERTA :asumir un valor de " h " para el metrado = 0.40 m

Peso propio de la Viga = 0.240 Tn/mAligerado = 0.900 Tn/mAcabado = 0.325 Tn/m

Tabiqueria = 0.488 Tn/m1.953 Tn/m

CARGA VIVA :1.300 Tn/m

CARGA ULTIMA :

5.27 Tn/m

MOMENTOS DE DISEÑO :

Elegir un factor para Momento Positivo = 1/10

Elegir un factor para Momento Negativo = 1/11

Momento último Positivo = 2.67 Tn - mMomento último Negativo = 5.46 Tn - m

CALCULO DE LA ALTURA DE LA VIGA

Recubrimiento = 4 cm 1/2 pulgada

Area del acero = 1.27 cm20.90

3/8 pulgada

β1.0,85.fć/fy.(6000/(6000+fy)) β1 = 0.850.02125

0.750.01594

0,7.√fć/fy = 0.002420.00333

14/fy = 0.00333

0.007 OK

ωD =

ωL =

ωu = 1,5.ωD + 1,8.ωLωu =

Ø del acero =

Para flexión Ø =Para cortante se utilizara Ø =

Cuantia Balanceada (φb) =Cuantia Balanceada (φb) =

Cuantia máxima (φmax) = ψ.φb ; ψ =Cuantia máxima (φmax) =

Cuantia mínima (φmin) = φmin =

Elegir la cuantia a utilizar (φ) =

L1 L2 L3 L4

1/16 1/10 1/11 1/161/10

1/16 1/161/14 1/14

C (c x c)

V (b x h)

Viga a diseñar

La

Lb

L

b

h

Mu =

d = 20.98 cm26.57 cm

Elegir una altura de Viga (h) = 0.40 m OK

CALCULO DEL AREA DE ACERO

CALCULO DE ACERO PARA EL MOMENTO NEGATIVO :

El cálculo se hará para el acero distribuido en : 1 Capa


d = 34.25 cm



Area de acero minimo = 2.85 cm2Area de acero maximo = 13.65 cm2

OBS. : Se utilizará el area de acero diseñado por flexiónArea de acero a utilizar = 4.50 cm2

CALCULO DEL NÚMERO DE VARILLAS :

Nº de varillas = 3 varillas

VERIFICACIÓN DE CUANTIA :

0.00694 OK

VERIFICACIÓN DEL ANCHO DE VIGA :

b = 19.75 cm OK

Se utilizará : 3 Ø 5/8 repartida en 1 Capa

CALCULO DE ACERO PARA EL MOMENTO POSITIVO :

El cálculo se hará para el acero distribuido en : 1 Capa


d = 34.41 cm



Area de acero minimo = 2.86 cm2Area de acero maximo = 13.71 cm2

OBS. : Se utulizará el area de acero minimoArea de acero a utilizar = 2.86 cm2

Ø.f´c.b.d2.w.(1-0,59.w) ; w = φ.fy/f´c

→ hmin =

Ø del acero =

Mu/(Ø.fy.(d-a/2)) =

φ =

Ø del acero =

Mu/(Ø.fy.(d-a/2)) =

CALCULO DEL NÚMERO DE VARILLAS :

Nº de varillas = 3 varillas

VERIFICACIÓN DE CUANTIA :

0.00443 OK

VERIFICACIÓN DEL ANCHO DE VIGA :

b = 18.8 cm OK

Se utilizará : 3 Ø 1/2 repartida en 1 Capa

φ =

L1 L2 L3 L4

1/16 1/10 1/11 1/161/10

1/16 1/161/14 1/14

C (c x c)

V (b x h)

Viga a diseñar

La

Lb

L

b

h

2400 1 0.11 0.2640.1 1 0.1

suma 0.364 t/m

L 1.2M = 0.26208 t-m



s = 17.78 cm

Area de acero minimo = 1.80 cm2

se utilizara As = 1.80 cm2

Separación maxima = 45 cm

123456789

1011121314151617181920212223242526272829

Mu/(Ø.fy.(d-a/2)) =

303132 33 !34 "35 #36 $37 %38 &39 '40 (41 )42 *43 +44 ,45 -46 .47 /48 049 150 251 352 453 554 655 756 857 958 :59 ;60 <61 =62 >63 ?64 @65 A66 B67 C68 D69 E70 F71 G72 H73 I74 J75 K76 L77 M78 N79 O80 P81 Q82 R83 S

84 T85 U86 V87 W88 X89 Y90 Z91 [92 \93 ]94 ^95 _96 `97 a98 b99 c

100 d101 e102 f103 g104 h105 i106 j107 k108 l109 m110 n111 o112 p113 q114 r115 s116 t117 u118 v119 w120 x121 y122 z123 {124 |125 }126 ~127 �128 �129 �130 �131 �132 �133 �134 �135 �136 �137 �

138 �139 �140 �141 �142 �143 �144 �145 �146 �147 �148 �149 �150 �151 �152 �153 �154 �155 �156 �157 �158 �159 �160161 ¡162 ¢163 £164 ¤165 ¥166 ¦167 §168 ¨169 ©170 ª171 «172 ¬173174 ®175 ¯176 °177 ±178 ²179 ³180 ´181 µ182 ¶183 ·184 ¸185 ¹186 º187 »188 ¼189 ½190 ¾191 ¿

192 À193 Á194 Â195 Ã196 Ä197 Å198 Æ199 Ç200 È201 É202 Ê203 Ë204 Ì205 Í206 Î207 Ï208 Ð209 Ñ210 Ò211 Ó212 Ô213 Õ214 Ö215 ×216 Ø217 Ù218 Ú219 Û220 Ü221 Ý222 Þ223 ß224 à225 á226 â227 ã228 ä229 å230 æ231 ç232 è233 é234 ê235 ë236 ì237 í238 î239 ï240 ð241 ñ242 ò243 ó244 ô245 õ

246 ö247 ÷248 ø249 ù250 ú251 û252 ü253 ý254 þ255 ÿ256 Err:502257 Err:502258 Err:502259 Err:502260 Err:502261 Err:502262 Err:502263 Err:502264 Err:502265 Err:502266 Err:502267 Err:502268 Err:502269 Err:502270 Err:502271 Err:502272 Err:502273 Err:502274 Err:502275 Err:502276 Err:502277 Err:502278 Err:502279 Err:502280 Err:502281 Err:502282 Err:502283 Err:502284 Err:502285 Err:502286 Err:502287 Err:502288 Err:502289 Err:502290 Err:502291 Err:502292 Err:502293 Err:502294 Err:502295 Err:502296 Err:502297 Err:502298 Err:502299 Err:502

300 Err:502301 Err:502302 Err:502

ø a utilizar = 1/4 pulgadaarea = 0.32 cm2

d = 5 cmb = 100 cmt = 10 cm

DISEÑO DE VIGA "T"

DATOS GENERALES A INGRESAR :

Luz libre de la viga (Ln) = 4.80 m= 0.30 m= 0.30 m

Ancho del alma de la viga (bw) = 0.10 mEspesor del patín (hf) = 0.05 m

Peso especifico del concreto = 2400.00 Kg/m3S/C del ladrillo (S/C1) = 300.00 Kg/m2

S/C viva (S/C2) = 300.00 Kg/m2S/C de acadados (S/C3) = 100.00 Kg/m2

S/C de muros (S/C4) = 50.00 Kg/m2f'c = 210.00 Kg/cm2fy = 4200.00 Kg/cm2

Altura de viga (h) = 0.20 m

CALCULO DEL ANCHO EFECTIVO DEL ALA (b) :

Se tomara el menor de los siguientes valores :

= 0.90 m FORMULAINGRESAR

= 0.40 m

= 1.20 m

= 0.40 m

METRADO DE CARGAS EN LA VIGA :

CARGA MUERTA :

Ladrilos huecos en la viga = 0.09 Tn/mPeso propio = 0.08 Tn/m

Acabados = 0.04 Tn/mMuros = 0.02 Tn/m

CARGA VIVA : 0.12 Tn/m

CALCULO DE LA CARGA ULTIMA :

Separación libre entre vigas (Si-1)Separación libre entre vigas (Si)

b<=Ln/4b<=bw + (si-1 + si)/2

b<=bw + 16hf

b

h

<= 8hfbw<= 8hf

hf

bw bwbw

h

hf

Si-1 Si

b≤bw+16h f

b≤bw+( Si−1+S i)

2

b≤Ln4

b

ωu=1. 4ωD+1 .7ωL

= 0.53 Tn/m

CALCULO DEL MOMENTO ULTIMO :

= 1/11

= 1.11 Tm-m

CALCULO DEL AREA DE ACERO :

El cálculo se hará para el acero distribuido en : 1 capaRecubrimiento a urilizar = 2.00 cm

= 1/2 pulgadaPara el estribo se utilizara Ø = 0 pulgada

Area del acero = 1.27 cm2= 0.90 β1 = 0.85

d = 17.37 cm

Calculo del valor de "a" asumiendo que la viga actua como un viga rectangular de ancho "b"

Asumir un valor aproximado de "a" = 1.03 cm

= 1.75 cm2

= 1.03 cm OK

NOTA : La viga 'T' trabajara como como viga rectangular de ancho 'b'

= 6.38 cm2

= 3.58 Tn-m

= -2.47 Tn-m

Ø del acero a utilizar

Para flexión Ø

CALCULO DEL AREA DE ACERO "As2" :

M u=λ⋅ωu⋅Ln2

ωu=1. 4ωD+1 .7ωL

A s=M u

φ⋅f y⋅(d−a/2 )

a=A s⋅f y

0 .85 f 'c⋅b

A s2=0 .85⋅f 'c⋅(b−bw )⋅h f

f y

M u 2=φ⋅A s 2⋅f y⋅(d−h f2 )

M u 1=M u−M u2

λ

Asumir un valor aproximado de "a" = -7.31 cm

= -3.11 cm2

= -7.31 cm OK

= 3.27 cm2

AREA DE ACERO A UTILIZAR PRELIMINAR:

NOTA :

= 1.75 cm2 Esta área calculada tendra que ser verificada según requerimientode cuantia mínima o cuantia máxima

Se utilizará : = 2 Ø 1/2 repartida en 1

CALCULO DE LA CUNATIA BALANCEADA :

= 0.02125

= 0.03671

= 0.01449

CALCULO DE LA CUNATIA MAXIMA :

ω = 0.75

CALCULO DEL AREA DE ACERO "As1" :

CALCULO DEL ACERO TOTAL "As" :

ϕb−

=β1 0.85f ' cf y (60006000+ f y )

As=A s1+A s 2

M u 1=M u−M u2

AS 1=M u1

φ⋅f y⋅(d−a/2 )

a=A s 1⋅f y

0 .85 f 'c⋅bW

A s

ϕ2=A s 2

bw⋅d

ϕb=(ϕb−+ϕ2)⋅bwb

ϕmax=ω⋅ϕb ASmax

= 0.01087 = 7.55

CALCULO DE LA CUNATIA MINIMA :

Se tomará el mayor valor de los siguientes valores :

= 0.00276

= 0.00333

= 0.00333 = 2.32

CALCULO DE LA CUNATIA EN LA VIGA "T" :

= 0.00252

NOTA : SE UTILIZARA EL AREA DE ACERO MINIMA CALCULADO A PARTIR DE LA CUANTIA MINIMA

AREA A UTILIZAR EN EL DISEÑO

= 2.32 cm2

Se utilizará = 2 Ø 1/2 repartida en 1

ϕmax=ω⋅ϕb

ϕmin=0 .8⋅√ f ' cf y

ϕmin=14f y

ϕmin

ϕ=A s

b⋅d

ASmin

ASmax

A s

b<=Ln/4b<=bw + (si-1 + si)/2

b<=bw + 16hf

b

h

<= 8hfbw<= 8hf

hf

bw bwbw

h

hf

Si-1 Si

Esta área calculada tendra que ser verificada según requerimientode cuantia mínima o cuantia máxima

Capa

cm2

cm2

SE UTILIZARA EL AREA DE ACERO MINIMA CALCULADO A PARTIR DE LA CUANTIA MINIMA

capa

bw bwbw

h

hf

Si-1 Si

VERIFICACION DE DISEÑO DE COLUMNA 0.30X0.60 M. (EJE MAYOR)DATOS GENERALES A INGRESAR :

Ancho de la columna (b) = 0.25 mAltura de la columna (h) = 0.50 m

f'c = 210.00 Kg/cm2fy = 4,200.00 Kg/cm2

Diámetro del estribo = 3/8 pulgadaAs1 = 8.55 cm2As2 = 3.96 cm2As3 = 3.96 cm2As4 = 0.00 cm2

= 8.55 cm2

d1 = 5.91 cmd2 = 18.64 cmd3 = 31.37 cmd4 = 0.00 cmd5 = 44.10 cm

AREA DE ACERO TOTAL (Ast)

Ast = 25.02 cm2

AREA DE LA SECCION BRUTA (Ag)

Ag = 1,250.00 cm2

CENTROIDE PLASTICO

Es el punto en la sección de la columna donde la fuerza axial actúa produciendo deformaciones iguales en todala sección de la columna.

= 0.25 m

CONDICION DE CARGA CONCENTRICA (CARGA AXIAL PURA)

= 323.74 Tn

Donde: Ag = Area de la sección bruta (bxh)Ast = Area total del acero en la columna.

CONDICION DE FALLA BALANCEADA

Es la condición para la cual se produce simultáneamente la falla del concreto y la fluencia de la capa exterioren tensión del acero.

= 25.94 cm

= 0.85

= 22.05 cm

CALCULO DE LOS ESFUERZOS EN LOS ACEROS

= 4.200 Tn/cm2 ACTUA EN COMPRENSION

= 1.689 Tn/cm2 ACTUA EN COMPRENSION

= -1.255 Tn/cm2 ACTUA EN TENSION

= 0.000 Tn/cm2

= -4.200 ACTUA EN TENSION

Acero en la capa exterior en tensión (As5)

β1

yo=Ag⋅0 .85⋅f c⋅h/2+(As 1⋅d1+A s2⋅d2+As 3⋅d3+A s 4⋅d4 )⋅f y

Ag⋅0 .85⋅f c+(A s1+A s2+A s 3+As 4 )⋅f y

cb=6000⋅d6000+ f y

Pnmax .=0 .85⋅f ' c⋅(Ag−A st )+A st⋅f y

ab=β1⋅cb

f s 1

f s 2

f s 3

f s 4f S 5

CALCULO DE LAS FUERZAS EN EL ACERO Y EN EL CONCRETO

= 35.91 Tn

= 6.69 Tn

= -4.97 Tn

= 0.00 Tn

= -35.91 Tn

= 98.39 Tn

= 100.11 Tn CARGA AXIAL NOMINAL DE FALLA BALANCEADA

= 28.21 Tn-m MOMENTO NOMINAL DE FALLA BALANCEADA

= 0.282 m

UN PUNTO EN LA ZONA DE FALLA DUCTIL O FALLA FRAGIL

FALLA DUCTIL

FALLA FRAGIL

ITERACIONES PARA DIFERENTES VALORES DE "C"

Asumir un valor aproximado de "C"

PARA : C = 55.0000 cm EL VALOR 'C' DEBE SER MENOR A LA ALTURA DE LA COLUMNA

= 4.200 Tn/cm2 = 35.91 Tn ACTUA EN COMPRESION



= 0.000 Tn/cm2 = 0.00 Tn

= 1.190 = 10.17 ACTUA EN COMPRESION

= 208.62 Tn

= 280.62 Tn CARGA AXIAL NOMINAL DE FALLA

= 13.84 Tm-m MOMENTO NOMINAL DE FALLA

= 0.049 m

F s 1

F s 2

F s 3

Pnb

F s 4

C c

M nb

eb=M nb

Pnb

Cb<C

Cb>C

f s 1

f s 2

f s 3

f s 4

F s 1

F s 2

F s 3

F s 4

Cc

PnM n

e=M n

Pn

F s 5

f s 5 F s 5

RESUMEN GENERAL DE DATOS

C Mn Pn e C Mn Pncm Tn-m Tn m cm Tn-m Tn

0.000 323.738 0.000 5.000 17.015 -44.340

25.938 28.208 100.105 0.282 15.000 29.194 36.277

5.000 17.015 -44.340 -0.384 25.000 35.085 104.293

15.000 29.194 36.277 0.805 31.618 36.624 146.346

25.000 35.085 104.293 0.336 35.000 35.403 171.951

35.000 35.403 171.951 0.206 45.000 31.097 238.675

45.000 31.097 238.675 0.130 55.000 24.410 297.688

55.000 24.410 297.688 0.082 0.000 400.899

DIAGRAMA DE ITERACION DEL EJE MAYOR

ORDENAR LOS DATOS DE MAOR A MENOR ACORDE

A LA CARGA AXIAL

0.00 5.00 10.00 15.00 20.00 25.00 30.00 35.00 40.00

-100.00

0.00

100.00

200.00

300.00

400.00

500.00

1

2

1

2

3

45

6

7

8

FUERZAS RESISTENTESFUERZAS ACTUANTES

MOMENTO NOMINAL

CARGA AXIAL NOMINAL

diseÑo de concreto armado

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