5 Capitulo 04.- Diseno Estructural en Concreto Armado

CAPITULO IV.- DISEÑO ESTRUCTURAL EN CONCRETO ARMADO

- 193 -

4.1. DISEÑO DE LOSA ALIGERADA ............................................................................... 194

4.1.1. DISEÑO POR FLEXIÓN ...................................................................................... 194

4.1.2. CALCULO ALIGERADO TIPO -II ........................................................................... 195

4.1.3. DISEÑO POR CORTANTE .................................................................................. 197

4.2. DISEÑO DE VIGAS .............................................................................................. 199

4.2.1. INTRODUCCION .............................................................................................. 199

4.2.2. DISEÑO POR FLEXIÓN ...................................................................................... 199


4.3. DISEÑO DE COLUMNAS ....................................................................................... 207

4.3.1. DISEÑO POR FLEXOCOMPRESION ...................................................................... 207

4.3.2. DIAGRAMA DE INTERACCIÓN ............................................................................ 207


4.4. DISEÑO DE PLACAS, CAJA DE ASCENSORES, Y ESCALERAS ...................................... 211

4.4.1. CAJA DE ASCENSORES ................................................................................... 211

DISEÑO DE MUROS DE CORTE POR ELEMENTOS SHELLS. ................................................ 211

4.4.2. DISEÑO DE PLACAS ........................................................................................ 214

4.4.3. DISEÑO DE ESCALERAS ................................................................................... 217

4.5. DISEÑO DE CIMENTACIONES ................................................................................ 220

4.6. CONCLUSIONES ................................................................................................. 229


- 194 -

CAPITULO IV.- DISEÑO ESTRUCTURAL EN

CONCRETO ARMADO

4.1. DISEÑO DE LOSA ALIGERADA

4.1.1. DISEÑO POR FLEXIÓN

El diseño por flexión se basa en hipótesis que han sido comprobados experimentalmente se puede

resumir en el siguiente esquema. Cuya formulación nos permite encontrar la ecuación para el cálculo

de área del

refuerzo.

Fig. 86 Hipótesis de diseño por flexión

Ecuaciones de la compatibilidad de deformaciones y esfuerzo:

b'f85.0

fAa

C

YS

)2/a~d(fΜ=φΑ YS

La norma E-060 y como el ACI-89 da requisitos específicos que deben cumplirse para obtener

diseños dúctiles, como cuantías máximas, cuantías mínimas, ganchos y longitudes de desarrollo La

norma también proporciona la forma como se debe cortar el refuerzo longitudinal, así como que área

del refuerzo debe correr tanto los momentos positivo y negativos, el siguiente esquema muestra tales

consideraciones.

HIPOTESIS DE DISEÑO POR FLEXION

ESFUERZOSDEFORMACIONES

fy

a=B1 c

0.85 f 'c

esy=0.0021

0.003

As

c

b

hd


- 195 -

4.1.2. CALCULO ALIGERADO TIPO -II

ASIGNACION DE CARGAS CARGA MUERTA

CARGA VIVA 01

CARGA VIVA 02

CARGA VIVA 03

> Ld

Esquema: Corte del Refuerzo por Flexión

Ln

Mj(-) Mk(-)

P.I. P.I. P.I. P.I.

Mjk

Asj(-)As(-)

Asjk

La1

> Ld

La

Ask(+)

> Ld

La Mn

Vu

As(-) Asj(-)/3

La (d ó 12 db)

La1 (d ó 12 db ó Ln/16)

Ask (+) Ask (+)/3

Ld Mn/Vu + La


- 196 -

Fig. 87.a Diagrama de momentos flectores en losa aligerada TIPO II


- 197 -

4.1.3. DISEÑO POR CORTANTE

En el diseño por cortante, el concreto debe absorber todo el corte que actúa en la sección crítica (a

una distancia “d” de la cara del núcleo confinado frecuentemente), ello por la imposibilidad práctica de

poner estribos. Generalmente los cortantes que actúa son pequeños que en el peor de los casos es

suficiente con ensanchar las viguetas.

VcVu

Dónde:


- 198 -

dbc'f53.0Vc y 85.0

De los diagramas de envolvente obtenemos los valores que actúan en la sección crítica, que para el

caso de flexión es a la cara de los apoyos, calculamos el área de acero según el diagrama de flujo

mostrado para el diseño por flexión y luego realizamos el corte del refuerzo (ver planos).

Fig. 88, Diagrama de fuerzas cortantes en losa aligerada TIPO II

VcVu

El grafico se tiene Vu = 1.09 Ton.

kgVc 55.2534221521053.0

kg.36.215455.253485.0 kgxØVc

Ton. 154.209.1 Ton ok..!

1VA

-16

-30

X5

01V

A-1

6-3

0X

50

1VB

-16

-30

X5

01V

B-1

6-3

0X

50

1VC

-16

-30

X5

01V

C-1

6-3

0X

50

1VD

-16

-30

X5

01V

D-1

6-3

0X

50

1V3-AD-25x45

1V4-AD-25x45

1V3-AD-25x45

1V4-AD-25x45

1V3-AD-25x45

1V4-AD-25x45

1 Ø 1/2"

1.151.151.151.15

1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"1 Ø 1/2" 1 Ø 1/2"

1.151.15

1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"

1.151.15

1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"

1.151.15

1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"1 Ø 1/2"

3.85

C-2

C-2

C-2

C-2C-3 C-3

C-4 C-4

Vigueta

Vig

ueta

VV

3

4

3

4

2.85

3.85

3.853.85

3.85

2.85

3.853.853.853.853.85


- 199 -

4.2. DISEÑO DE VIGAS

4.2.1. INTRODUCCION

Las vigas son elementos horizontales apoyadas en columnas o muros, utilizadas básicamente para

absorber los esfuerzos solo de flexión, la fuerza axial que está siempre presente se desprecia por ser

muy pequeña. Las hipótesis aplicables en el diseño son las de flexión pura.

4.2.2. DISEÑO POR FLEXIÓN

En el diseño por flexión se pone especial cuidado al tipo de falla, es conveniente que sea por tracción,

porque permite ver grandes deflexiones y fisuras antes del colapso. Por ello la norma limita la cuantía

del refuerzo a 0.75 de la balanceada ( bacmax 75.0 ). La falla balanceada se produce cuando el

concreto alcanza la deformación unitaria ultima de 0.003 simultáneamente al inicio de la fluencia del

acero, la falla es frágil y por ello no deseada.

Fig. 88 Diagrama de envolvente - Momentos Flectores pórtico 1-1 (Ton-m)


- 200 -

Fig. 89-a Diagrama de envolvente - Momentos Flectores pórtico 1-1, del 7mo, 8vo, 9no Nivel (Ton-m)

Fig. 90 Diagrama de envolvente -fuerzas cortantes pórtico 2-2 bloque


- 201 -

Para calcular el acero realizaremos en el programa SAP 2000 y haremos una comparación con el cálculo realizado de manera manual. CALCULO MEDIANTE EL SAP 2000

Selección de combinaciones para el diseño:

Fig. 91 cuadro de selección de combinaciones de carga para el diseño

Calculo de acero:

Fig. 92 imágenes donde se muestra el cálculo de acero respectivo

A continuación se analizara un tramo de la viga mediante el sap2000 y la ayuda de una hoja electrónica de Excel.

El tramo seleccionado es la viga 101 tramos AD


- 202 -

Fig. 93 aéreas de acero en el primer nivel obtenidos mediante el programa SAP2000

Momentos obtenidos, en el tramo seleccionado es la viga 101 tramos AD

Diagrama de momento por carga muerta

Diagrama de momento por carga viva

Fig. 94 grafico resumen de fuerza cortante y momento flector de la envolvente

Tramo de viga donde se calculará y comprobará el resultado obtenido


- 203 -

Área de acero obtenido, en el tramo seleccionado es la viga 101 tramos AD

El análisis ahora mediante las hojas de cálculo Excel

VIGA 101 TRAMO A-D

= fy = 4200 Kg/cm2 VIGA: b = 25 cm r = 5.0 cm 0.85

f'c = 210 Kg/cm2 h = 45 cm, r = 6.0 cm L 3.85

Modulo de elasticidad del concreto:

en funcion de su resistencia

Es=

25

1.- VERIFICACION: NECESIDAD DE ACERO EN COMPRESION:

2.- CALCULO DE MUC :

; a =

3.- CALCULO DE ACERO: VIGA SIMPLEMENTE REFORZADA

As Diam Area a =

2 3/8" 0.95 2 1 a =

2 1/2" 1.27 1.267 2

3 5/8" 1.59 1.979 3 = (Acero en Tracción)

4 3/4" 1.91 2.85 4

5 1" 2.54 5.067 5

3

o o 2 1" cuantia minima

colocar aceros long.

o o 2 1"

o o o o 3 3/4"

Nota: Se debera colocar aceros longitudinales por proceso constructivo

en la zona intermedia del peralta (ver planos)

217370.65

25

0.0214

0.01605

19.7 Ton-m

9.13 Ton-m

16.05 cm2

> Mu

15.10

DISEÑO DE ACERO LONGITUDINAL EN VIGA

M ULT. = 9.1 Ton-m

0.90

CARACTERISTICAS DEL ELEMENTO

d´= 5.0

d = 39.0

45d´´= 40.0

MU =Muc

MUC =La sección NO requiere A´s

45

3.25

72

6

6.74 cm2

÷÷

ø

ö

çç

è

æ

+

yy

Cb

ff

f

6100

6100'85.0 1b

b

1b

bmáx 75.0 máx

bf

fAa

C

yS

.`.85.0

.

\

´´.. dbA máxSmáx

÷ø

öçè

æ-

2´´..

adfAM ySUC

bf

fAa

C

yS

.`.85.0

.

÷ø

öçè

æ-

2.´.

adf

MA

Y

Us

bdf

AY

MinS.

14.


- 204 -

= WD= kg/m fy = Kg/cm2 VIGA: b = 25 cm L= 3.9 m

WL= kg/m f'c = Kg/cm2 h = 45 cm, r = 3.0 cm

= 3/8'' L = 3.9 m

CALCULOS PREVIOS:

d = 0.39 m

Wu= kg/m

V umáx = kg

Por lo tanto se usara V umáx =

d

1.- FUERZA CORTANTE QUE ABSORBE EL CONCRETO:

Vc = Como: V máx > Vc Requiere estribos

2.- CHEQUEO DEL ESFUERZO CORTANTE NOMINAL MAXIMO:

kg/cm2

V máx = = 32 kg/cm2 < V máx Ok!

3.- CALCULO DE ESTRIBOS:

Vs=

a.- Calculo por requisito estructural: Pero: As = 1.42 cm2

en corte

S = 29 cm

2 3/8''

b.- Por espaciamiento máximo:

S máx = 38 cm

c.- Si:

S máx d/2 19.7

* ** * Vu **

S máx d/4 19.7 > 13.2 < 32

Utilizar a: d/2 39

2

En especificaciones dice: 1.5xd S = 59 60 cm

6.5 6.5

12840 kg

DISEÑO DE REFUERZO EN EL ALMA DEBIDO A LA TENSIÓN DIAGONAL

CARACTERISTICAS DEL ELEMENTO

0.85 2600 4200

Vmáx= 12840 kg 1300 210

= 20 cm

3.85

5850.00

11261.3 8979.75

DFC

11261 kg

3.85

6005 kg

13.169

6835 kg

S =

dbcfVc ..´5.0

db

VuU

u Uu

cf´6.2 \ Uu

CUS VVV -

Vs

dfAsS

y ..Φ=

b

AvS

.0015.0=máx

CU fυ 'Φ60.1<

CUC fυf 'Φ60.2<<'Φ60.1

\

»

6

d»


- 205 -

d.- Con Vu =

12 kg/cm2 Pero :

12 < 32 Ok!

e.-

L = 113 L = 152

35 cm S = 12 cm S = 19 cm S = 5.9

Cara de la columna

A

A

RESULTADO:

3/8'' 1 @ 0.05

7 @ 0.09 Gancho = 7.50 cm

3 @ 0.12 recubri. = 3.00 cm

r @ 0.25 r lateral = 2.50 cm

0.25

Ld

Ld+d

Ld+2d

Ld+3d

Ld+4d

3.85 m

0.45

CORTE A - A

11612 kg

5607 kg

6

d

db

VUUu

\máxU V<u

- CUS VVV

S

YS

V

dfAS

»

La

> Ld

Asc(+)

La

> Ld

La1

Asjk(+)As(-)

Asj(-)

Mkj(+)

P.I.P.I.

Mk(-)

La ( d ó 12 db )

Ask(+) ( Asjk(+)/3 ó Mk(+) Mk(-)/3 )

Asc(+) ( Asj(+)/4 ó Ask(+)/4 ó Asmín )

Mj(-)

Ln

Esquema: Corte del Refuerzo Longitudinal por Flexión

> Ld

Mj(+) Mk(+)

As(-) Asj(-)/3

Asc(-) ( Asj(-)/4 ó Ask(-)/4 ó Asmín )

Ask(+)

Asc(-)

La

> Ld

La

> Ld


- 206 -


El estudio del efecto de la fuerza cortante en los elementos de concreto armado es sumamente

complejo y en el entran muchas variables. Se han desarrollado modelos matemáticos que buscan

explicarlo, sin embargo, no se ha conseguido un planteamiento teórico que sea totalmente compatible

con lo observado experimentalmente. Por ello la mayoría de códigos basan sus diseños en

parámetros semi-empíricos.

Los requerimientos dados por la norma E-060, como refuerzo mínimo, espaciamientos máximos del

refuerzo transversal se puede resumir en el diagrama de flujo 4.14 siguiendo el criterio que la falla sea

antes por flexión que por cortante, la fuerza constante Vu se determina a partir de la suma de las

fuerzas cortantes asociadas a las resistencias nominales a flexión (Mn) en los extremos de la luz libre

del elemento, y los cortantes isostáticos para cargas permanentes, y reducir luego a la sección critica

(a “d” de la cara de apoyo).

Adicionalmente la norma E-060 proporciona requerimientos para elementos sujetos a fuerzas de

sismo, provee una zona de confinamiento (2d), y espaciamientos máximos dentro y fuera de esta

zona. Los requisitos se pueden resumir en el siguiente esquema.

Fig. 4.15 Espaciamientos maximos en diseño por cortante con sismo en vigas

NOTA: En algunos planos se podrá apreciar en el diseño la inclusión de dos varillas de acero en el

centro de los peraltes, ello por los siguientes motivos, darle una resistencia adicional a la torsión,

evitar el efecto de contracción de fragua, dilatación por cambio de temperatura en las caras laterales y

por armado durante el proceso constructivo.

También se podrá apreciar la distribución de estribos diferentes a los calculados, puesto que se tiene

que colocar por proceso constructivo, debido que la transmisión de esfuerzos de corte en el concreto

no es constante.

So

Esquema: Espaciamientos Máximos en diseño por cortante con sismo en vigas

2d

S2

2d S2 d/2

S1 ( d/4 ó 8 db ó 30 cm )

So ( S1 / 2 ó 5 cm )zona de confinamiento zona de confinamiento

S1 SoS1


- 207 -

4.3. DISEÑO DE COLUMNAS

4.3.1. DISEÑO POR FLEXOCOMPRESION

El diseño de elementos sometidos a flexo compresión se basa en las mismas hipótesis del diseño por

flexión (compatibilidad de esfuerzos y deformaciones), considerando adicionalmente el efecto de

esbeltez.

4.3.2. DIAGRAMA DE INTERACCIÓN

El diagrama de interacción es una curva útil para evaluar la resistencia de una sección a la carga axial

y momento actuando simultáneamente. Se construye, al obtener para una sección con una

distribución acero As, valores de carga y momento resistente (P, M), conforme se varié la posición del

eje neutro C.

En el siguiente esquema se muestra las hipótesis para construir el diagrama de interacción, así como

las formulaciones necesarias.

Calculo del cancroide plástico: Asfy)AstAg(c'f85.0

Asfyyycg)AstAg(c'f85.0ycp

+-

+-

hy3

b

As3

c

0.003

es3

0.85 f 'c

a=B1 c

fs3

Deformaciones Esfuerzos

Hipotesis para el diseño por flexocompresión

As1

As2

y2

y1

es2

es1

fs2

fs1

Fig. 4.1 hipótesis para el diseño por flexocompresióm

Compatibilidad de esfuerzos y deformaciones: ,e

C

)yC(003.0

S

-

SS eEf donde

fyfS

Calculo de las cargas axiales: c1adondefsAsbac'f85.0Pn b+

Calculo de momentos: )yy(fsAs)2/ay(bac'f85.0Mn CPCP -+-

La norma limita al diagrama de interacción para efectos de diseño, afectándoles de un factor de

reducción de resistencia Ø=0.7 y un 80% de la carga axial máxima Ø Po de diseño, con lo que se

obtiene una curva trunca en la parte superior, tal como se ilustra en las figuras.

Para elementos con estribos: fy.Ast)AstAg(c'f85.080.0Pomax --


- 208 -

Mk(-)

nominal

de diseño

Ø Po

Po

0.8 Ø Po

Pb

PfPf<0.1f'c.Ag ó Ø Pb

P1

P1 Mb

Diagrama de Interacción

Fig. 4.2 diagrama de interacción

La resistencia última al aplastamiento no deberá ser menor que:

1A.c'f85.0Pu

1A

2A.1A.c'f.85.0Pu

La flexión biaxial es una condición crítica que la toma en consideración, al respecto propone un

método aproximado para el diseño aplicando las ecuaciones de bresler. Construir un diagrama de

interacción biaxial es muy complejo aun basándose en las mismas hipótesis que para flexión uniaxial,

la inclinación del eje neutro no es perpendicular a la excentricidad resultante; el procedimiento se

vuelve iterativo. Con la ayuda de un programa de cómputo es factible resolver estos problemas.

Diseño de Columna Central C-3, del Primer Nivel

A1 = Área cargada A2 = Área de la base inferior del mayor tronco de cono

contenido totalmente en el apoyo con pendiente ½.


- 209 -

El área de acero obtenido en el SAP 2000 es 28cm2

DETERMINACION DEL DIAGRAMA DE INTERACCION MEDIANTE LA HOJA ELECTRONICA EXCEL

Columna: C-4 Nivel: 1 Bloque A

Datos de Refuerzo en la Columna:

Norma: ACI 318-02 Datos:

Datos d A1+A2

b= 30 cm Acero cm # f # f # f cm2

h= 50 cm As1 4.00 2 5/8 0 3.96

f'c= 210 Kg/cm2 As2 10.00 2 5/8 0 3.96

fy= 4200 Kg/cm2 As3 16.00 2 5/8 0 3.96

As4 22.00 2 5/8 3.96

As5 28.00 2 3/4 5.70

As6 34.00 2 3/4 5.70

As7 40.00 5/8 0.00

As8 46.00 5/8 0.00

As9 5/8 0.00

As10 5/8 0.00

As11 5/8 0.00

Es= 2.E+06 Kg/cm2 As12 5/8 0 0.00

Pu= 110.8 Tn As13 5/8 0 0.00

Mu= 17.6 Tn-m As14 5/8 0 0.00

Ast= cm2 r=

a) Condicion de Carga Concentrica c) Calculo de puntos haciendo Variar "C":

Factor de reduccion:

f= 0.65 Columnas Con Estribos

C Pn Mn

Ag= 1500 cm2 cm Tn Tn-m

Pno= 377.28 Tn 2.60 -34.90 -4.01

5.20 -5.49 2.27

7.80 21.66 7.24

b) Condicion Balanceada 10.40 47.29 11.34

13.00 72.14 14.81

ey= 0.0021 15.60 91.37 17.25

18.20 108.17 19.17

Cb= 27.06 20.80 123.55 20.70

46.00 23.40 137.98 21.89

26.00 151.76 22.77

28.60 165.06 23.36

31.20 178.00 23.69

# fs Ps (Tn) Brazo (m) M(Tn-m) 33.80 190.56 23.73

fs1 4200 16.63 0.21 3.4915312 36.40 202.50 23.46

fs2 3782.6087 14.97 0.15 2.2461048 39.00 214.34 22.95

fs3 2452.1739 9.71 0.09 0.8736573 41.60 226.08 22.20

fs4 1121.7391 4.44 0.03 0.1332173 44.20 237.76 21.21

fs5 -208.6957 -1.19 -0.03 0.0356898 46.80 249.38 19.98

fs6 -1539.13 -8.77 -0.09 0.7896375 49.40 260.94 18.52

fs7 -2869.565 0.00 -0.15 0 52.00 272.46 16.82

fs8 -4200 0.00 -0.21 0

fs9 4200 0.00 0.25 0

fs10 4200 0.00 0.25 0

fs11 4200 0.00 0.25 0

fs12 4200 0.00 0.25 0

fs13 4200 0.00 0.25 0

fs14 4200 0.00 0.25 0

Cc 115.92 0.1417647 16.433365

Pn= 151.70 Mn= 24.003203

DIAGRAMA DE INTERACCION PARA COLUMNAS

27.236

A3A1 A2

0.018

Punto Solicitado

Falla balanceada

Falla Ductil

Falla Fragil

Diagrama Nominal

Diagrama de Diseño

-100

-50

0

50

100

150

200

250

300

350

400

-10.00 -5.00 0.00 5.00 10.00 15.00 20.00 25.00 30.00

P (

Tn

)

M (Tn-m)

Diagrama de Interaccion

bhA g

Yststg

,

Cno fA)A(A0.85fP +-

S

Yy

E

fε

0.003

Cb

dc

y

c

)d(cE0.003f

i

SSi

-

d1d2

d3

d4

d5

d6

As1

As2

As3

As4

As5

As6

h dc

b )Estribadas columnas (para 0.65Af

2P- 0.90

A0.1fPu si

)Estribadas columnas (para 0.65

A0.1fPu si

:Reduccion de Factor

g

,

c

U

g

,

c

g

,

c


- 210 -


La norma E-060, siguiendo el mismo criterio de buscar que la falla sea por flexión antes que por corte,

indica que el cortante de diseño Vu se debe calcular a partir de la resistencias nominales en flexo

compresión Mn, en los extremos de la luz libre del elemento, asociados a la fuerza axial Pu que de el

mayor momento nominal posible (valores que obtiene del diagrama de interacción nominal).

Punto Solicitado

Falla balancead

a

Falla Ductil

Falla Fragil

Diagrama Nominal

Diagrama de Diseño

-100

-50

0

50

100

150

200

250

300

350

400

-10.00 -5.00 0.00 5.00 10.00 15.00 20.00 25.00 30.00

P (

Tn

)

M (Tn-m)

Diagrama de Interaccion

ESPACIAMIENTOS MÁXIMOS EN EL DISEÑO POR CORTANTE CON SISMO EN COLUMNAS

C-01 / BLOQUE "B"

DATOS:

hn = 3.25 m

b = 35 cm

t = 110 cm

db = 1.91 cm

CALCULOS:

Lo = 0.54 35.00 45.00 110.00

USAR: Lo = 110.00 cm

So = 17.50 55.00 10.00

USAR: So = 10.00 cm

S2 = 30.56 35.00 30.00 35.00

USAR: S2 = 30.00 cm

S3 = 15.00 24.34 7.75

USAR: S3 = 7.75 cm

POR LO TANTO USAR ESTRIBOS A:

Ø 3/8"; 1 @ 0.05 m

11 @ 0.10 m

r @ 0.30 m

ENCUENTRO VIGA-COLUMNA

Ø 3/8"; 0.077 m

Lo

S2

Lo

S1

So

S3

hn

A - A

So

S1

S3

t

b

A

Lo (hn/6 ó b ó t ó 45 cm)

So (b/2 ó t/2 ó 10 cm)

S1 5 cm

S2 (16 db ó b ó t ó 30 cm)

S3 ( 15 cm ó Avfy/7b ó Avfy/7t )


- 211 -

4.4. DISEÑO DE PLACAS, CAJA DE ASCENSORES, Y ESCALERAS

4.4.1. CAJA DE ASCENSORES

DISEÑO DE MUROS DE CORTE POR ELEMENTOS SHELLS.

A continuación se muestra un ejemplo de cómo se realizó el cálculo de estos elementos.

Se tiene que para un esfuerzo se cumple:

Ac.SijT ...........(1)

fy.AsT ...........(2)

De (1) y (2) se tiene fy.

Ac.SijAs

Dónde:

As = área de acero en cm2

Sij = esfuerzo en la dirección indicada.

Factor de reducción (0.90)

fy = límite de fluencia del acero (4200 kg/cm2).

Ac = área de concreto en función del espesor (e) y para un ancho de 1.00m.

Para el cálculo de acero longitudinal y transversal se usa las siguientes expresiones:

Fig. 23, nomenclatura de ejes locales y globales para el diseño de placas, para el cálculo de acero.

S11 ó S22 = esfuerzo tangencial o longitudinal. (De acuerdo a los ejes locales de la fig. 23)

S22 (Acero longitudinal) fy.

Ac.SAs 22

S22 S22

S12

S12

2

1 S11

S11

S22

S22

3

1

3

2

NOMENCLATURA DE EJES LOCALES


- 212 -

S11 (Acero transversal) fy.

Ac.SAs 11

NOTA: Se diseña para un ancho de un metro.

De los datos obtenidos en el SAP2000

Los datos obtenidos son: o Esfuerzos S11 = 19.67kg/cm2 o Esfuerzos S22 = 88.27kg/cm2

S11

S11 e = Espesor de concreto


- 213 -

CALCULO DE ACERO EN CAJA DE ASCENSOR

Fy = 4200 kg/cm2

Ancho (a analizar) = 100 cm As Diam Area

Esfuerzo S11 = 19.67 kg/cm2 VERTICAL 1 6 mm 0.30 0.28

Esfuerzo S22 = 88.27 kg/cm2 HORIZONTAL 2 1/4" 0.64 0.32

F'c= 210 kg/cm2 3 3/8" 0.95 0.71

= 0.9 4 1/2" 1.27 1.27

Espesor de concreto = 15 cm 5 5/8" 1.59 1.98

Longitud de la Placa = 180 cm 6 3/4" 1.91 2.85

7 1" 2.54 5.07

Ast =

Para acero longitudinal

Usar 2.85 @ 4 cm

6 7

Para acero transversal

Ast =

Usar 2.85 @ 18 cm

6

7.81 cm2

CUADRO Nº 01

35.03 cm2

3/4"

3/4"

DETALLE DE DISTRIBUCION DEL ACERO PARA EL PRIMER Y SEGUNDO NIVEL

0.05

0.05

0.05

0.05

0.05

0.13

0.15

0.09

0.15

0.32

1.35

1.65

0.15

0.15

1.60

1.95

0.89

Ø 1/2"

Ø 3/4"

Ø 3/4"


- 214 -

4.4.2. DISEÑO DE PLACAS

Se realizara el diseño para el elemento de la placa ubicado entre los eje D-D / 1-1 Esfuerzos obtenidos en el SAP2000. S11 y S22

ESFUERZOS OBTENIDOS EL S11 Y S22

Calculo de acero en la placa primer nivel

Calculo de acero longitudinal

Esfuerzo S22 = 138.32kg/cm2, esto se aplicara hasta una distancia 50cm, en los extremos


- 215 -

Esfuerzo S22 = 26.13kg/cm2, esto se aplicara en la parte central de la placa

CALCULO DE LONGITUDINAL EN PLACAS

Fy = 4200 kg/cm2


Esfuerzo S22 = 138.32 kg/cm2 PRIMER TRAMO 1 6 mm 0.30 0.28

Esfuerzo S22 = 26.13 kg/cm2 SEGUNDO TRAMO 2 1/4" 0.64 0.32

F'c= 210 kg/cm2 3 3/8" 0.95 0.71

= 0.9 4 1/2" 1.27 1.27



7 1" 2.54 5.07

Ast =


Usar 5.07 @ 3 cm PRIMER TRAMO

7 7


Ast =

Usar 5.07 @ 15 cm SEGUNDO TRAMO

7

CUADRO Nº 01

91.48 cm2

17.28 cm2

1"

1"

Calculo de acero Transversal

Esfuerzo S11 = 15.78kg/cm2, esto se aplicara en la parte inferior y superior


- 216 -

Esfuerzo S11 = 10.57 kg/cm2, esto se aplicara en la parte intermedia

CALCULO DE LONGITUDINAL EN PLACAS

Fy = 4200 kg/cm2


Esfuerzo S11 = 15.78 kg/cm2 extremos 1 6 mm 0.30 0.28

Esfuerzo S11 = 10.57 kg/cm2 intermedio 2 1/4" 0.64 0.32

F'c= 210 kg/cm2 3 3/8" 0.95 0.71

= 0.9 4 1/2" 1.27 1.27



7 1" 2.54 5.07

Ast =


Usar 1.27 @ 6 cm extremos

4 7


Ast =

Usar 1.27 @ 9 cm intermedio

4

CUADRO Nº 01

10.44 cm2

6.99 cm2

1/2"

1/2"

DETALLE DE DISTRIBUCION DEL ACERO PARA EL PRIMER Y DE LA PLACA 01

0.25

4.10

0.50 0.50Ø 1" Ø 1"Ø 1/2" @ 0.09


- 217 -

4.4.3. DISEÑO DE ESCALERAS

Metrado y asignación de cargas (TRAMO III)

Carga muerta: se observa la carga asignada y el momento resultante de la carga muerta

Carga Viva: se observa la carga asignada y el momento resultante de la carga viva L1

Carga Viva: se observa la carga asignada y el momento resultante de la carga viva L2


- 218 -

Momento resultante (envolvente)

1.8 m 1.8 m 0.3 m Datos

0.3 m f 'c = kg/cm2

f y = kg/cm2

Sobre Cargas:

S/C = kg/cm2

m

cm Ancho= m

Paso = cm

cm e C/paso = cm

3.9 m

4.2 m

W2 L 3.9 m

W1 25 25

L 3.9 m

2.0 m 2.0 m 30 30

L = 3.9 m Luego tenemos: W1 = Pprop1 + Pacab

4200.00

400

2.50

0.98

16.00

= =

16

30.00

e = = = 0.130 m

e =

210.00

0.156 m

15 cmAsumimos e =

30

Pprop1 = (1,00 m) ( 0.15 m) (2400 kg/m3) = kg/m

W1 = ( kg/m2) + (100 kg/m

2)= kg/m

2

Luego combinando tenemos: Wu1 = 1,4 ( kg/m2) + 1,7( kg/m

2) = kg/m

También: W'2 =[(0.15 m) (2400 kg/m3) (( 1.8 m)

2 + ( 1.0 m)

2 )]( 1/ 1.8 m) = kg/m

Luego para los escalones tenemos: 0.16 m x 0.30 m

kg/m (1 m)

m

W2 = W'2 + Pesc/m = kg/m

Luego combinando tenemos: Wu2 =1,4( kg/m2) + 1,7 ( kg/m

2) = kg/m

Luego: Pesc/m = = 192.00

601.90

601.90 601.90

kg/m

57.60kg/m

Pesc =

0.30

360.00

409.90

460.00 400.00 1324

57.602

( 2400 kg/m3 ) =

1865.882

360.00 460.00

)2

( adf

MA

y

U

S

-

Por lo tanto W = kg/m

Para el caso que se tiene tenemos:

W (+) Mmax = W L22

= kg-m (+) Mmax = W L12

= kg-m

(-) Mmax = 1/16 W L2

2 = kg-m (-) Mmax =

1/16 W L1

2 = kg-m

L= 3.9 m (-) Mmax = 1/12 W L2

2 = kg-m (-) Mmax =

1/12 W L1

2 = kg-m

(-) Mmax = 1/9 W [(L2 + L1)/2]

2 = kg-m (+) Mmax = kg-m

(+) Vmax = 1/2 W L

2 = kg ( - ) Mmax = kg-m

505.40

1594.9412

379.05

Tomando: 12129.53

505.40

379.05

6064.76

6064.76

673.86

6064.76

673.86

)2

( adf

MA

y

U

S

-


- 219 -

Cálculo de las áreas de acero necesario As(+) y As(-):

Para: b = cm = 1 m Para: b = cm = 1 m

Luego: Luego:

(+)As = cm2 (-)As = cm

2

Usando 5/8" para As(+) tenemos un S de: Usando 1/4" para As(-) tenemos un S de:

5/8" = cm2 1/4"= cm

2

Asb b cm2(100cm) Asb b cm

2(100cm)

As cm2 As cm

2

Cálculo de las áreas del acero de repartición o temperatura:

AsT = min b e = 0,002 (100cm)( 15 cm) = cm2

Usando 1/2" para AsT tenemos un S de:

1/2"= cm2

Asb b cm2(100cm)

As cm2

1.270

3.000

11.79

15 cm

1.27

S =

1.98

S = =

= cm ~ 40 cm

0.28 1.20

42.333

3.00

S =

0.30 1.20 0.28

0.28 1.20

2526.672 cm ~

0.320

1.20

0.32

=

cm

1.980S =

S = 16.801 cm ~ S =

2.77 11.78 2.77

11.79

11.792.77

2.00 11.46 2.70

2.70 11.75 2.77 1.20

2.00

a

100.00

a (+) As a'

0.28

0.301.27

a'(-) As

100.00

)2

( adf

MA

y

U

S

-

bf

fAa

c

yS

'85.0

DETALLE DE DISTRIBUCION DEL ACERO EN LA ESCALERA TRAMO III

0.25

VIGA(25 x 20)

VIGA(30 X 50)

Losa Aligerada

0.150.16

0.30

0.15

1.85

0.75

0.85

Ø 1/2" @ 0.20m

Ø 1/2" @ 0.20m

Ø 1/2" @ 0.20m

Ø 3/8" @ 0.20m

Ø 3/8" @ 0.20m

Ø 1/2" @ 0.20m

Losa de Descanso

fy = 4200 Kg/cm2f'c = 210 Kg/cm2

Viga de Apoyo


- 220 -

4.5. DISEÑO DE CIMENTACIONES

Se ha desarrollado el diseño de una platea de cimentación ya que el diseño de zapatas aisladas se

traslapa entre ellos, es por ello que se opto por este tipo de cimentación.

DATOS DE DISEÑO CORRELACIONES E INTERVALOS EMPÍRICOS PARA EL CALCULO DEL MÓDULO DE

REACCIÓN DEL TERRENO Ks.-

En éste ítem se presenta intervalos del módulo de reacción del suelo de soporte propuestos por varios

autores.

Según Jorge Alva Hurtado da unos coeficientes de reacción de subrazante lo que es lo mismo que

modulo de Balasto.

Tabla Nº 2.1

Descripción de los Suelos

Símbolo

Ks (Kg./cm3)

Rango Promedio

Gravas bien Graduadas GW 14 – 20 17

Gravas Arcillosas GC 11 – 19 15

Gravas mal Graduadas GP 8 – 14 11

Gravas Limosas GM 6 – 14 10

Arenas Bien Graduadas SW 6 – 16 11

Arenas Arcillosas SC 6 – 16 11

Arenas mal Graduadas SP 5 – 9 7

Arenas Limosas SM 5 – 9 7

Limos Orgánicos ML 4 - 8 6

Arcilla con Grava o Arena CL 4 – 6 5

Limos Orgánicos y Arcillas Limosas OL 3 – 5 4

Limos Inorgánicos MH 1 – 5 3

Arcillas Inorgánicas CH 1 – 5 3

Arcillas Orgánicas OH 1 – 4 2

Según Alva Hurtado


- 221 -

Propiedades de los Suelos Propiedades de Materiales Cuantias Minimas

Tipo de Suelo = Acero: zapata :

s t = 1.150 Kg/cm2 fy = 4200 Kg/cm2 = 0.0018

s = 0.002 Kg/cm3 Es = 21000000 tn/m2 Recubrimientos

Df = 180.00 cm Concreto : Zapatas

Ko = 6.00 Kg/cm3 f'c = 210 Kg/cm2 Sup = 5.00 cm

CLASIFICACION DE SUELOS c = 0.0024 Kg/cm3 Infer = 7.50 cm

SUCS = ML Ec = 2170000 tn/m2

PLANO GENERAL DEL T IPO DE COLUMNAS EN LA ESTRUCTURA

CARACTERÍST ICAS DE LOS MATERIALES

DISEÑO DE PLATEA CIMENTACIÓN

4.00 3.85

3.75

3.85

2.85

3.85

5.20

3.85

P-4 P-5 P-5 P-6

P-3

C-1 C-1

C-1 C-1

C-3

C-1 C-1

P-1 P-1

C-2 C-2

P-2 P-2

P-3

C-3


- 222 -

4.00 3.85

3.75

3.85

2.85

3.85

5.20

3.85

C 11 C 12 C 13 C 14

C 41

C 31 C 32

C 51 C 52

C 61

C 62 C 63

C 81 C 82

C 91 C 92

C 71 C 72

CODIFICACION DE LAS COLUMNASESCALA 1/50

C 42

C 64

C 21


- 223 -

1.- CALCULO DEL PERALTE DE LA PLATEA, CENTRO DE MASA Y CENTRO DE RIGIDEZ

N° Col d Hasum P (Kg) Px (Kg - cm) Py (Kg-cm) X rel Y rel q (Kg/cm)

1 32.69 60.00 157,216.5 0.0 60,528,352.5 -9.75 -2.00 11.274

2 33.77 60.00 163,703.3 0.0 128,507,051.3 -9.75 2.00 11.007

3 24.61 60.00 244,180.5 45,783,843.8 0.0 -7.88 -5.85 11.465

4 23.31 60.00 229,884.8 43,103,390.6 268,965,157.5 -7.88 5.85 10.686

5 32.44 60.00 219,729.0 82,398,375.0 62,622,765.0 -6.00 -3.00 11.210

6 33.38 60.00 225,941.3 84,727,968.8 199,958,006.3 -6.00 3.00 10.811

7 34.54 60.00 114,306.8 86,873,130.0 0.0 -2.15 -5.85 11.267

8 42.78 60.00 172,049.3 130,757,430.0 66,238,961.3 -2.15 -2.00 11.010

9 46.04 60.00 191,340.0 145,418,400.0 150,201,900.0 -2.15 2.00 10.744

10 33.19 60.00 108,018.8 82,094,250.0 126,381,937.5 -2.15 5.85 10.487

11 42.72 60.00 172,114.5 197,071,102.5 66,264,082.5 1.70 -2.00 10.877

12 45.14 60.00 185,892.0 212,846,340.0 145,925,220.0 1.70 2.00 10.610

13 33.65 60.00 281,831.3 362,857,734.4 0.0 3.13 -5.85 11.084

14 30.53 60.00 251,146.5 323,351,118.8 293,841,405.0 3.13 5.85 10.305

15 44.00 60.00 179,778.8 257,083,612.5 69,214,818.8 4.55 -2.00 10.778

16 35.89 60.00 133,179.8 190,447,042.5 104,546,103.8 4.55 2.00 10.512

17 24.99 60.00 210,489.8 356,780,126.3 186,283,428.8 7.20 3.00 10.353

18 19.10 60.00 145,933.5 284,570,325.0 0.0 9.75 -5.85 10.854

19 24.09 60.00 144,525.0 281,823,750.0 55,642,125.0 9.75 -2.00 10.598

20 24.09 60.00 144,525.0 281,823,750.0 113,452,125.0 9.75 2.00 10.332

21 16.87 60.00 66,234.8 129,157,762.5 77,494,657.5 9.75 5.85 10.075

S 3,742,020.8 3,578,969,453 2,176,068,097.5

2.- ESPESOR DE LA PLATEA (PERALTE)

EFECTO DE CORTE POR PUNZONAMIENTO

Vu = PD + PL

Vu = 281831.25 kg

FUERZA CORTANTE PERMISIBLE POR PUNZONAMIENTO

Vc = 0.53 * √f'c * bo * d

bo = 4d + 2b + 2t perimetro

Vc = Vu

281831.25 = 0.53 * √f'c * bo * d

resolviendo la ecuacion cuadratica

d max = 46.04

ESPESOR

H = d + r i + /2

= 3/4

H = 54.49

H asum = 60.00

3.- CALCULO DE CENTROS DE RIGIDEZ Y MASA

CALCULO DE CENTROS DE RIGIDEZ

Xcr = S Px / S P Ycr = S Py / S P

Xcr = 956.43 cm

Ycr = 581.52 cm

CALCULO DE CENTROS DE GRAVEDAD

X cg = 975.00 cm

Y cg = 585.00 cm

CALCULO DE EXCENTRICIDAD

ex = -18.57 cm X (m) 9.56

ey = -3.48 cm Y (m) 5.82

CENTRO DE

RIGIDEZCENTRO DE MASA EXCENTRICIDAD

-0.19

-0.03

9.75

5.85


- 224 -

4.- CALCULO DE PRESIONES ACTUANTES EN EL SUELO

N° Col COLUNMA X rel (m) Y rel (m) q (Tn/m2)

1 C 92 -9.75 -2.00 11.274

2 C 91 -9.75 2.00 11.007

3 C 82 -7.88 -5.85 11.465

4 C 81 -7.88 5.85 10.686

5 C 72 -6.00 -3.00 11.210

6 C 71 -6.00 3.00 10.811

7 C 64 -2.15 -5.85 11.267

8 C 63 -2.15 -2.00 11.010

9 C 62 -2.15 2.00 10.744

10 C 61 -2.15 5.85 10.487

11 C 52 1.70 -2.00 10.877

12 C 51 1.70 2.00 10.610

13 C 42 3.13 -5.85 11.084

14 C 41 3.13 5.85 10.305

15 C 32 4.55 -2.00 10.778

16 C 31 4.55 2.00 10.512

17 C 21 7.20 3.00 10.353

18 C 14 9.75 -5.85 10.854

19 C 13 9.75 -2.00 10.598

20 C 12 9.75 2.00 10.332

21 C 11 9.75 5.85 10.075

DETERMINAMOS LAS PRESIONES ACTUANTES

Q = 2,593 tn Lx = 1,950.00 A = 240.00 m2

Mx = -482 Mx = Q ex tn-m Ly = 1,170.00 Ixx = 7229.50 m4

My = -90 My = Q ey tn-m Iyy = 2602.62 m4

ECUACION DE PRESIONES ACTUANTES EN EL SUELO

Q = Q/A + Mx y/ Ix + My X / Iy

Q/A = 10.8026 Tn/m2

Mx / Ix = -0.0666 Tn/m2

My / Iy = -0.0346 Tn/m2

5.- VERIF ICACION DE RESISTENCIA DEL SUELO

q act = 11.47 Tn/m2

s t = 11.50 Tn/m2 Ok...

Como se observ a

q act (max) = 11.47 Tn/m2

q act (mim) = 10.08 Tn/m2

conforme s t = 11.50 Tn/m2 > q act (max) = 11.47 Tn/m2

la presion max ima no debe ex ceder el v alor admisible determinado mediante el estudio de suelo


- 225 -

6.- FRANJAS EN LAS DIRECCIONES X e Y

3.85

2.85

3.85

5.20

3.85

FRANJAS EN LA DIRECCION Y

FRANJA 1

FRANJA 2

FRANJA 3

FRANJA 4

FRANJA 5

FRANJA 6

FRANJA 7

FRANJA 8

FRANJA 9

FRANJA 10 FRANJA 11 FRANJA 12 FRANJA 13 FRANJA 14 FRANJA 15

1.42

2.60

2.04

1.43

2.63

3.85

2.86

1.88

0.94

1.54 2.00 2.46 2.46 2.00 1.54

4.00 3.85

3.75

3.85

2.85

3.85

5.20

3.85

FRANJAS EN LA DIRECCION X

4.00 3.85

3.75

7.- VERIF ICACION DEL METODO DE DISEÑO

espesor asumido

Donde n = Relaciòn de lado largo a lado corto de la cimentaciòn t = 0.6 m

Ks = w * K

Ec = Modulo de Elasticidad del Concreto

Ec = 15000 ( F'c)^ .5

Ec = 2,170,000 tn/m3

K = 600 tn/m3

43

3

tE

Ks

c

l

n

nw

5.1

)5.0( +


- 226 -

FRANJA Ancho Lon Prom Col Inic Coli Final Ks l 1 .7 5 / l Metodo

1.00 1.42 3.85 21.00 18.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

2.00 2.60 3.85 17.00 17.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

3.00 2.04 3.85 16.00 15.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

4.00 1.43 3.85 14.00 13.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

5.00 2.63 3.85 12.00 11.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

6.00 3.85 3.85 10.00 7.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

7.00 2.86 3.85 7.00 10.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

8.00 1.88 3.85 6.00 5.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

9.00 0.95 3.85 4.00 3.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

10.00 1.55 2.45 2.00 1.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

11.00 2.00 2.45 4.00 21.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

12.00 2.45 2.45 17.00 17.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

13.00 2.45 2.45 2.00 20.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

14.00 2.00 2.45 1.00 19.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

15.00 1.54 2.45 3.00 18.00 0.879 527.2727 0.2410 7.26 Conv en

la platea de cimentacion se considerara como rigida siempre y cuando el may or espaciamiento entre las columnas es menor 1.75/l , por lo que

se hara el analisis utilizando el metodo rigido conv encional

FRANJAS PROMEDIO DE DISEÑO

FRANJA q (tn/m2)

1.00 10.46

2.00 10.35

3.00 10.64

4.00 10.69

5.00 10.74

6.00 10.88

7.00 11.01

8.00 11.08

9.00 11.14

10.00 10.39

11.00 10.58

12.00 10.59

13.00 10.91

14.00 11.21

15.00 11.17

C81 + C82

C91 + C92

C81+ 61+ C41 + C11

C21 + C71

C91 + C62 + C 51 + C31+ C11

C92 + C63 + C52 + C32 + C13

C72

C82 + C64 + C42 + C14

C51 + C52

C41 + C42

C61 + C62 + C63 + C64

C71 + C72

puntos

C11 + C12 + C13 + C14

C21

C31 + C32

n

n

5.1

)5.0( +


- 227 -


- 228 -

MOMENTOS FLECTORES POR FRANJAS Y CALCULO DE ACEROS POR FRANJAS

FRANJA COEF DE MOMENTO d (cm) M (Tn-m/m) As (cm2) As (min) v arilla S (esp)

1/9 (-) 52.13 2.34 2.37 10.8 1/2 2 cm

1/10 (+) 52.13 2.11 1.16 10.8 1/2 2 cm

1/10 (-) 52.13 2.11 1.16 10.8 1 7 cm

1/10 (+) 52.13 2.11 1.16 10.8 3/4 4 cm

1/9 (-) 52.13 2.34 1.23 10.8 5/8 3 cm


1/9 (-) 52.13 7.78 3.95 10.8 1/2 2 cm

1/10 (+) 52.13 7.00 3.55 10.8 1/2 2 cm

1/9 (-) 52.13 7.78 3.95 10.8 5/8 3 cm


1/9 (-) 52.13 4.92 2.50 10.8 1/2 2 cm

1/10 (+) 52.13 4.43 2.25 10.8 1/2 2 cm

1/10 (-) 52.13 4.43 2.25 10.8 1 7 cm

1/10 (+) 52.13 4.43 2.25 10.8 3/4 4 cm

1/9 (-) 52.13 4.92 2.50 10.8 5/8 3 cm

2

3

1

7.- Cálculos de Area de Acero as inf todo tramo d = 51.5475 cm

as sup medios

N° Q diseño Mome(+/-) As(-) cm2 As(+/-) cm2 a(+) a(+/-)

1.00 10.465 15.51 17.85 16.06 4.199 3.779

2.00 10.433 15.46 9.58 8.62 2.253 2.028

3.00 10.645 15.78 9.77 8.79 2.299 2.069

4.00 10.694 15.85 9.82 8.84 2.310 2.079

5.00 10.744 15.92 9.36 8.42 2.201 1.981

6.00 10.877 16.12 9.19 8.27 2.163 1.947

7.00 10.877 16.12 9.19 8.27 2.163 1.947

8.00 11.010 16.32 9.31 8.38 2.190 1.971

9.00 11.075 16.42 9.36 8.43 2.203 1.982

10.00 11.140 6.69 3.81 3.43 0.897 0.808

11.00 10.599 6.36 9.23 3.36 2.172 0.791

12.00 10.512 6.31 9.15 3.34 2.154 0.785

13.00 10.759 6.46 3.79 3.41 0.893 0.804

14.00 10.893 6.54 3.79 3.46 0.893 0.813

15.00 10.988 6.60 3.79 3.49 0.893 0.821

As = Mu/ fy (d-a/2)

a = fy As/ f'c b

8.- Verificación de Corte

N° Q diseño V res Verificación

1.00 10.512 562.19 Ok...

2.00 10.512 1,029.36 Ok...

3.00 10.645 807.65 Ok... Cortante Resistente del Concreto

4.00 10.694 566.15 Ok...

5.00 10.744 1,041.24 Ok...

6.00 10.877 1,524.24 Ok...

7.00 10.877 1,132.29 Ok...

8.00 11.010 744.31 Ok...

9.00 11.075 376.11 Ok...

10.00 11.140 613.66 Ok...

11.00 10.599 791.81 Ok...

12.00 10.512 969.97 Ok...

13.00 10.759 969.97 Ok...

14.00 10.893 791.81 Ok...

15.00 10.988 609.70 Ok...

17.69

17.46

17.31

as sup ex trem

Mom(-)

17.23

17.18

17.91

7.18

18.13

18.24

7.43

17.53

17.61

7.18

17.91

20.94

20.94

7.18

13.18

20.24

20.49

20.59

20.68

13.18

13.18

V act

20.24

21.20

21.32

13.65

12.98

12.88

dbfV cc .'53.0


- 229 -

4.6. CONCLUSIONES

El diseño en concreto armado se realizo de acuerdo al código ACI 318-99, y RNE E.060

concreto armado.

Se ha diseñado los elementos estructurales como las placas y caja de ascensor mediante

los elementos Shell.

Se ha uniformizado el acero en las vigas para evitar cambies de sección.

5 Capitulo 04.- Diseno Estructural en Concreto Armado

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