predimensionad losas nervuradas 2

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

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


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)

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.


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


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


CARGA POR SERVICIO

P' = 18.456 TonMx = 2.0696 T-m.My = 9.5148 T-m.


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


-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


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


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


Cama Superior (X - X) Cama Superior (X - X)# 5 @ 20 cm # 5 @ 20 cm

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


d= 0.42 m

^

CORTE PUNZONANTE

V actuante= 75.38 T b= 326 cm

V c1= 468.35 TOK


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.


CARGA POR SERVICIO

P' = 17.226 TonMx = 8.8805 T-m.


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


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


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


Peralte Efectivo Peralte Efectivo73.571 73.57125

As As4.9785 4.0675395


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


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

predimensionad losas nervuradas 2

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