Diseño de Estribos Lonfitud 4

Cargas de Sismo

DATOS

Z 0.4 Tp 0.4 C 1.67 OKU 1.3 hn 21 P 98.69 TnS 1 Ct 35 V 75 TnR 8 T 0.6 #PORTICOS 4

Viga princip. Viga secund. ColumnaWD = 0 b 0.3 0.25 0.3WL = 0 h 0.6 0.45 0.7 27.5δ concreto= 2400 Element/piso 4 5 20

15.5fuerza sismica repartida

Nivel Vista en PlantaEn el portico 2* Acumulados

1 98690 3 296070 2.645 0.66 2.79

2 98690 6 592140 5.29 1.32 1.98

3 98690 9 888210 7.935 1.98 3.96

4 98690 12 1184280 10.58 2.65 6.61

5 98690 15 1480350 13.225 3.31 9.92

6 98690 18 1776420 15.87 3.97 13.89

7 103690 21 2177490 19.454 4.86 18.75

Pi (Kg.) hi (m.) Pi hi Fi (Kg.) Fi (t) Fi (t)

L(total)= m

PR

ZUCSV

VhiPi

hiPiFi

Ct

hmT

T

TpC 5.2 125.0

R

C

8394960

REFUERZOS TRANSVERSALES (ESTRIBOS)

FACTOR DE REDUCCION DE CORTE

Ф = 0.85d = 0.51 m

210

4200

ELEMENTO O VIGA 38 - TRAMO IZQUIERDO

L = 3.9 m 21.50 18.688462bw = 0.3 m

a)Vu = 21.50 tn (Del Grafico)

3.90

A la distancia d:tg(α)= 6

Vud = 18.69 tn

La resistencia al corte aportada por el concreto

λ= 1.00 concreto de peso normalVc= 11.75 tn

ФVc= 9.99 tn Requiere EstriboФVc/2= 4.99 tn

b).- Comprobación si se pueden diseñar estribos

Vs = 10.24 tn (1)

V2 = 46.56 tn (2) Se puede diseñar estribos

c).- Separacion Maxima

24.39 tn (3)

(1) < (3)

si (1)<(3) si (1)>(3)

Smax = 25.5 cm

Refuerzo minimo con separacion maxima

Av.min = 0.01 cm2

As = Av = 1.42 cm2 2 ramas de acero # 3

Fc’ (kg/cm2 ) =

Fy ( kg/cm2 ) =

(1) < (2) Se pueden diseñar estribos:

dbcFVc w 53.0

VcVud

Vs

dbcFV w 1.22

dbcF w1.1

2max

dS

Fy

SbAv w

52.3

min

4max

dS

Ubicación de la separacion maxima

Vu = 20.127 tn

CALCULAMOS S0:

So = 22.46 cm

a = -0.26 m

ao = 1.58 m

m= 2.09 m

Tenemos la siguiente distribución de Estribos para la Viga 38 -Tramo Izquierdo

22.46 cm

21.50

18.69

9.99

4.99

-0.3ao= 1.58m= 2.09

L= 3.90

OBSERVACIÓN:

Como la distancia "a" es negativa la separacion de estribos sera la de la separación maxima es decir cada 25 cm

Ø 3/8", [email protected], [email protected] c/e

a=

Vu

d=0.51

Vu=

Vud=

ФVc =

ФVc/2 =

So=

25.5cmSo=

VcVu

dFyAvSo

VcS

dFyAvVu

Vud

VuVuddxa )(

mailto:1#[email protected]

So=So=

So=

So=

PREDIMENSIONAMIENTO DE LOSADATOS

LOSA ALIGERADAL 5.2 m

0.26 h= 0.25 m

Peso propio de losa = .25m 350 Kg/m2Tabiqueria 100 Kg/m2Peso muerto por piso y cielo raso 100 Kg/m2

CARGA MUERTA (WD) 550 Kg/m2

CARGA VIVA (WL) 300 Kg/m2

WD = 550 Kg/m2Wl = 350 Kg/m2

Por Vigueta

1 2 3

Wu = 546 kg/m

Calculo de Momentos

SEGÚN LOS COEFICIENTES DEL ACI

1/16 apoyo monolitico

1/24 apoyo simple

1/10 1/11 1/11 1/111/16 1/16

1/14 apoyo monolitico en E

1/11 apoyo simple en E

L(A1) = 5.2 m L(A2) = 4.2 m

Vigueta A1Extremo Inicial M(-)

Mu = 615.16 kg-mIntermedio M(+)

Mu = 1342.17 kg-mExtremo final M(-)

Mu = 1206.11 kg-mVigueta A2Intermedio M(+)

A1 A2 A3

E

20

Lh

2LuWuCoefMu

5.2

7.14.1 LDWu

Mu = 601.97 kg-mExtremo final M(-) }

Mu = 963.14 kg-mVigueta A3Intermedio M(+)

Mu = 875.59 kg-mExtremo final M(-)

Mu = 401.31 kg-m

DISEÑO DE VIGUETAS

DATOS

210

4200

0.85b3 = 0.85f = 0.9

3

d= 22d'= 0

0.02125

fy 6000+fy 0.0106

35.0713 1.7fc

1.7

ELEMENTO O VIGUETA A1 TRAMO L = 0 _m

De la Envolvente Mu (-) = -0.62 Ton-m bw =10cm

1.7 Ton-mPor lo tanto Mu < Mub

Se tiene una viga simplemente reforzadaAsumimos a = 0.20d a = 4.4 cm

0.828 cm2

1.95 cm

a = 1.71 cm

0.776 cm2

Fc’ (kg/cm2 ) =

Fy ( kg/cm2 ) =

b1 =

rb = b 1b 3 fc ( 6000 ) rb =

rmáx =

Rub = frmax fy ( 1 - r max fy ) Rub =

Mub = Rub bd2 Mub (t-m) =

Y como Mub =

h

b= rr

==

==

d= '

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2/adFy

MA uS

1.83 cm

0.61 cm2

Entonces As(-)= 0.776 cm2 Err:508

ELEMENTO O VIGUETA A1 TRAMO L = 2.75 _m SECCION T

De la Envolvente Mu (+) = 1.34 Ton-m bw =


Se tiene una viga simplemente reforzadaa = 4.25 cm

1.787 cm2

1.05 cm Seccion Rectangular

Asumimos a = 0.20d a = 4.4 cm

1.793 cm2

1.05 cm

a = 0.91 cm

1.648 cm2

0.97 cm

2.43 cm2

Entonces As(-)= 2.2 cm2 ok 1 Ø1/2" + 1Ø1/2"

ELEMENTO O VIGUETA A1 TRAMO L = 5.5 _m

De la Envolvente Mu (-) = -1.21 Ton-m bw =


Y como Mub =

Y como Mub =

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

dbFy

FcAs 8.0min

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

dbFy

FcAs 8.0min

ca 1

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

Se tiene una viga simplemente reforzadaAsumimos a = 0.20d a = 4.4 cm

1.611 cm2

3.79 cm

a = 3.47 cm

1.575 cm2

3.71 cm

0.61 cm2

Entonces As(+)= 1.575 cm2 Err:508 1 Ø1/2" + 1 Ø3/8"


De la Envolvente Mu (+) = 0.60 Ton-m bw =


Se tiene una viga simplemente reforzadaa = 4.25 cm

0.801 cm2



0.804 cm2

0.47 cm

a = 0.4 cm

0.731 cm2

0.43 cm

Y como Mub =

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

dbFy

FcAs 8.0min

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

ca 1

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2.43 cm2

Entonces As(-)= 0.97 cm2 1 Ø 1/2"


De la Envolvente Mu (-) = -0.96 Ton-m bw =

1.70 Ton-mPor lo tanto Mu < MubSe tiene una viga simplemente reforzada


1.287 cm2

3.03 cm

a = 2.72 cm

1.234 cm2

2.9 cm

0.61 cm2

Entonces As(+)= 1.234 cm2 Err:508 1 Ø 1/2"


De la Envolvente Mu(+) = 0.88 Ton-m bw=


a = 4.25 cm

1.165 cm2



1.17 cm2

Y como Mub =

Y como Mub =

dbFy

FcAs 8.0min

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

dbFy

FcAs 8.0min

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

ca 1

2/adFy

MA uS

0.69 cm

a = 0.59 cm

1.067 cm2

0.63 cm

2.43 cm2

Entonces As(-)= 1.42 cm2 1 Ø1/2"+1 Ø3/8"


De la Envolvente Mu (-) = -0.40 Ton-m



0.536 cm2

1.26 cm

a = 1.1 cm

0.495 cm2

1.16 cm

0.61 cm2

Entonces As(+)= 0.495 cm2 ok 1 Ø3/8"

ANALISIS DE FUERZA CORTANTE PARA EL EXTREMO CRÍTICOEn caso de losas nervadas, la resistencia admisible del concreto podrá incrementarse en un 10%.

Coef = 0.575

=λ 1 concreto de peso normalVc= 1858.66 kg

Y como Mub =

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

dbFy

FcAs 8.0min

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

2/adFy

MA uS

bFc

FyAsa

3

dbFy

FcAs 8.0min

dbcFVc w 53.0

LuWuCoefVu

Vc=Ф 1579.861 kgVu = 1632.54 kg

Debe de cumplir Vu < oVc

1632.54 > 1580 ok

ANALISIS DE FUERZA CORTANTE PARA PUNTOS NO CRITICOSEn caso de losas nervadas, la resistencia admisible del concreto podrá incrementarse en un 10%.

Coef = 0.5

=λ 1 concreto de peso normalVc= 1858.66 kgVc=Ф 1579.861 kg

Vu = 1146.6 kg

Debe de cumplir Vu < oVc

1146.6 < 1580 ok

dbcFVc w 53.0

LuWuCoefVu

PREDIMENSIONAMIENTO DE LOSA

4

SEGÚN LOS COEFICIENTES DEL ACI

1/10 1/11

L(A3) = 4.2 m

A3

DISEÑO DE VIGUETAS

# capas traccion25 Una capa

10# capas compresion

ELEMENTO O VIGUETA A1 TRAMO L = 0 _m

h ==

1 Ø1/2" As = 1.29 cm2


40 cm

c = 5 cm

Seccion Rectangular

1 Ø1/2" + 1Ø1/2" As = 2.58 cm2


10 cm

1 Ø1/2" + 1 Ø3/8" As = 2 cm2


40 cm

c = 5 cm

Seccion Rectangular

1 Ø 1/2" As = 1.29 cm2


10 cm

1 Ø 1/2" As = 1.29 cm2


40 cm

c = 5 cm

Seccion Rectangular

1 Ø1/2"+1 Ø3/8" As = 2 cm2


bw= 10 cm

1 Ø3/8" As = 0.71 cm2

ANALISIS DE FUERZA CORTANTE PARA EL EXTREMO CRÍTICOEn caso de losas nervadas, la resistencia admisible del concreto podrá incrementarse en un 10%.

ANALISIS DE FUERZA CORTANTE PARA PUNTOS NO CRITICOSEn caso de losas nervadas, la resistencia admisible del concreto podrá incrementarse en un 10%.

8 ).- CONTROL DE DEFLECCIONES

Fy = Err:509 k/cm2F`c = 210 k/cm2

b 30 cmh 60 cm

Momentos negativos en las caras de las columnasExtremo final Extremo inicial

MD = 12899.0 kg-m MD = 12874.0 kg-mML = 4874.0 kg-m ML = 4864.0 kg-m

MD+.20L = 13873.8 kg-m MD+.20L = 13846.8 kg-mMD+L = 17773.0 kg-m MD+L = 17738.0 kg-m

Momentos positivos en el centro del claro

MD = 6591.0 kgML = 2481.0 kg

MD+.20L = 7087.2 kgMD+L = 9072.0 kg

Calculos previos

n= 9

Fr= 28.98275 k/cm2

En la seccion no fisurada

Ig = 540000 cm4

E:N 30 cm Yt = 30 cm

Ec = 217371 k/cm230 cm Mcr = 521690 cm-kg

Mcr = 5216.90 m-kg30 cm

Momentos de inercia de las ecciones fisuradas

En la seccion fisurada, en el centro del claro (region positiva)

68 cm2

6

c 3#6 As = 8.52

54

EN 1#4

2#6 As = 8.26

30

74 cm2

FcFr 2

FcEc 15000c

IgFrMcr

sAn )1(

Asn )(

Calculo de la profundidad del EN

∑M.EN =0

30 c (c/2) + (c-6) 68 - 74 (54-c) = 0

15 c^2 + 143 c - 4423.32 = 0

c = 13 cm

Calculo del momento de inercia de la seccion fisurada Icr

Icr = 150275 cm4

En la seccion fisurada, en los apoyos (region negativa)

200 cm2

EN5#6+4#5 As = 22.20

51

c 6 2#4 As = 9.6

30

76.4 cm2

Calculo de la profundidad del EN

∑M.EN =0

30 c (c/2) + (c-6) 76.4 - 200 (54-c) = 0

15 c^2 + 276 c - 10648.2 = 0

c = 19 cm

Calculo del momento de inercia de la seccion fisurada Icr

Icr = 286096.8 cm4

Calculo de las relaciones: Mcr / Ma

Región Positiva

Carga Muerta: Mcr / MD : 0.792

Carga Viva : Mcr / ML : 2.103

Carga Muerta + 0.2L: Mcr / MD +0.2L : 0.736

sAn )1(

Asn )(

Carga Total Mcr / M D+L : 0.575

Región Negativa

Carga Muerta: Mcr / MD : 0.404

Carga Viva : Mcr / ML : 1.07

Carga Muerta + 0.2L: Mcr / MD +0.2L : 0.376

Carga Total Mcr / M D+L : 0.294

Momentos de inercia equivalentes o efectivas

Región Positiva

Para D

Ig

Ie = 343887.87744 cm4 < 540000 cm4

Para D + 0.2L

Ig

Ie = 305654.00907 cm4 < 540000 cm4

Para D +L

Ig

Ie = 224365.68393 cm4 < 540000 cm4

Región Negativa

Para D

Ig

Ie = 302838.99014 cm4 < 540000 cm4

Para D + 0.2L

Ig

Ie = 299593.62787 cm4 < 540000 cm4

Para D +L

Ig

Ie = 292549.03484 cm4 < 540000 cm4

Momentos de inercia equivalentes promedios

Para D

Ie = 331573.21125 cm4

Para D + 0.2L

IcrMx

McrIg

Mx

McrIe

33

1

))(2(15.0)(7.0)( IeIeprIe

Ie = 303835.89471 cm4

Para D +L

Ie = 244820.6892 cm4

Deflexiones Instantaneas

Usando la formula:

Ln= 640 cmWD= 31.8 K/cm

MD2 = 12899.0 kg-mMD1 = 12874.0 kg-m

Para D:

Mav = 12886.5 kg-m

δD = 0.955 cm

Para D + 0.2L

Mav = 13860.3 kg-m

δD+.2L = 1.041 cm

Para D +L

Mav = 17755.5 kg-m

δD+L = 1.288 cm

Luego:

δL = 0.333 cm

δ 0.2L = 0.086 cm

Deflexión a largo plazo

Para 5 años o más. En el centro del claro.

1.617

Deflexión total

))(2(15.0)(7.0)( IeIeprIe

IeEc

LMav

IeEc

Lw nni

8384

5 24

2

21 MMMav

DlDL

501

T

δT = 2.016 cm

Comparacion:

Con los varores permisibles del Reglamento

3.555556 > 0.333 cm BIEN

1.777778 > 0.333 cm BIEN

1.333333 < 2.016 cm MAL

2.666667 > 2.016 cm BIEN

LDLT 2.0

lnL

240,480,360,180

8 ).- CONTROL DE DEFLECCIONES

Calculos previos

8.52 cm2

8.26 cm2cm2cm2cm2

cm2cm2cm2

c

IgFrMcr

22.20 cm2

9.6 cm2cm2cm2cm2

cm2cm2cm2

PORTICO 3

Resumen para los elementos del septimo nivelElemento Nudo Carga V N M2 MOM

Text Text Text Ton Ton Ton-m55 DEAD 5.01 -8.20 -6.35 6.3555 DEAD -5.01 -8.20 8.67 8.6755 L 3.77 -5.74 -5.14 5.1455 L -3.77 -5.74 6.17 6.1755 Sx -1.74 2.20 -2.14 2.1455 Sx 1.74 2.20 -7.35 7.3556 DEAD 0.95 -16.99 -1.27 1.2756 DEAD -0.95 -16.99 1.57 1.5756 L 0.73 -11.74 -1.02 1.0256 L -0.73 -11.74 1.19 1.1956 Sx -5.62 -0.27 3.15 3.1556 Sx 5.62 -0.27 -13.72 13.7257 DEAD -0.75 -17.00 0.93 0.93

57 DEAD 0.75 -17.00 -1.31 1.3157 L -0.55 -11.84 0.76 0.7657 L 0.55 -11.84 -0.89 0.8957 Sx -5.66 0.23 3.24 3.2457 Sx 5.66 0.23 -13.75 13.7558 DEAD 1.35 17.66 -1.68 1.6858 DEAD -1.35 -17.66 2.36 2.3658 L 1.02 -12.21 -1.46 1.4658 L -1.02 -12.21 1.59 1.5958 Sx -5.43 -0.40 2.87 2.8758 Sx 5.43 -0.40 -13.40 13.459 DEAD -6.55 -9.45 8.24 8.2459 DEAD 6.55 -9.45 -11.41 11.4159 L -4.98 -6.60 6.83 6.8359 L 4.98 -6.60 -8.09 8.0959 Sx -1.35 -1.75 -2.69 2.6959 Sx 1.35 -1.75 -6.74 6.74

Desplazamienos por nivelesNivel Nudo U (m)

1 6 0.01092 11 0.03163 16 0.0544 21 0.07475 26 0.0926 31 0.10517 36 0.1137

Cargas Ultimas

7º EntrepisoPu140 = 12.8389587993 tn.Pu141 = 33.19492351277 tn.Pu142 = 32.62511712 tn.Pu143 = 34.67168040126 tn.Pu144 = 20.79369516667 tn.

∑Pu = 134.124375 tn.

Deflexiones

7ºPiso: δ1 (Desplazamiento del nudo 36) = 0.1137 m

6ºPiso: δ2 (Desplazamiento del nudo 31) = 0.1051 m

Deformaciones Relativas

0.9096 m Donde; R = 80.0688 m

Estabilidad7º Entrepiso

∑Pu = 134.124375 tn.26.297 tn

Δ1 = R ( δ1 ) =

Δ2 = R ( δ2 - δ1 ) =

ELD PPPPu 87.17.14.175.0

SismofuerzasVu _87.175.0

Q1= 0.117 > 0.05 No ArriostradoMomentos de Inercia

Columna:b = 0.3 mh = 0.7 m 0.006 m4

Viga:

b = 0.3 mh = 0.6 m Iv = 0.35 0.0019 m4

Rigideces14.821

Columna 55:

7.41

Columna 56: 7.41

3.705

Columna 57: 7.41

3.705

Columna 58: 7.413.705

Columna 59: 14.8217.41

Longitudes Efectivas

Según los Monogramas:

Columna 55: Con desplazamiento K = 3.2 K x Lu = 7.68 m59 Sin desplazamiento K = 0.95 K x Lu = 2.28 m

Columna 56: Con desplazamiento K = 2.15 K x Lu = 5.16 m57 Sin desplazamiento K = 0.92 K x Lu = 2.21 m

58Radio de Giro

0.169

DISEÑO DE LA COLUMNA 55

Sin desplazamiento U = 1.4D + 1.7L

M1= 17.63 t-m.

ψ36 =

ψ32 =

ψ37 =

ψ33 =

ψ38 =

ψ34 = ψ39 =

ψ35 = ψ40 =

SismofuerzasVu _87.175.0

LcVu

PuQ

1

1

12

70.03hb

Ic

vigLEI

colLEI

K

K

piso

col

/

/31

Ac

Icr

M2 = 22.63 t-m.

Si:

13.49

Y el valor limite es: 43.3 < 40

Como : 13.49 < 43.3 No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta

Pu = 1.4D + 1.7L = 21.236 tn.M2 = 22.63 t-m.

Verificación de la exentricidad minima

3.6 cm

10.66 cm ok

Con desplazamiento

Como

45.44 > 22 Considerar Esbeltez

Con cargas gravitacionales

M2ns= 16.97 m-tn.

Con cargas de sismo

M2s= 10.308 m-tn.

El valor de δs, se determina:

1.13 < 1.5

Para esto de determinaran:

∑Pu =Columna 55 Pu = 19.01 tn.Columna 56 Pu = 33.19 tn.

r

LuK

2

11234

M

M

he 03.05.1min

Pu

Me 2

ELDU 87.17.14.175.0

r

LuK

Qs 1

1

Pc

Pus

75.01

1

ELD PPPPu 87.17.14.175.0

Columna 57 Pu = 33.27 tn.Columna 58 Pu = 34.67 tn.Columna 59 Pu = 20.79 tn.

140.93 tn.∑Pc =

Por ser de la misma dimension todas las columnas

EI = 0.4 Ec Ig = 5219.0537 m2-t

Columna 55

873.3154 tn.

Columna 56

1934.613 tn.

Columna 57

1934.613 tn.

Columna 58

1934.613 tn.

Columna 59

873.3154 tn.

7550.47 tn.1.00

Comparando de toma el menor valor de δs = 1.00

Diseño según tablas

0.3

0.7

CARGAS DE DISEÑO A LA ROTURA

- 1RA COMBINACION: 1.4*D + 1.7LPu = 21.24M arriba= 22.63M abajo= 17.63

- 2DA COMBINACION: 1.25*( D + L ) + (δs * S)

Pu = 17.43 + 2.2 = 19.63M arriba= 18.55 + 7.35 = 25.90

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

Pc

Pus

75.01

1

M abajo= 18.55 + 2.14 = 20.69

- 3RA COMBINACION: 0.9 * D + (δs * S)

Pu = 7.38 + 2.2 = 9.58M arriba= 7.80 + 7.35 = 15.15M abajo= 5.72 + 2.14 = 7.86

* De la 1RA COMBINACION:

Pu = 21.24 Mn = 22.63

luego de tablas:

0.80

= 1.02 Pt = 0.015

As = 32= 0.07

* De la 2DA Y 3RA COMBINACION:

Pn = 19.63 Mn = 25.90

luego de tablas:

0.80

= 1.15 Pt = 0.019

As = 40= 0.08

dbpulg

0.3 8 Ø 1" As= 40.8 cm2 1 Ø 3/8" 1/2

0.7 3/81/4

Espaciamiento maximo vertical de los estribos; Smax es:16 db (longitudinal) = 40.64 cm48 db (estribo) = 45.744 cm

Menor dimension de seccion transversal de la columna = 30 cmSmax = 30 cm

Kn = Pn f́ c * b*h

Rn = Mn f́ c * b* h*h

Kn = Pn f́ c * b*h


70

1270

hh

o

70

1270

hh

o

Para δ1=0.75

#REF!

Pg1 = 0.025

Para δ1=0.90Pg2 = 0.02

#REF!

Interpolando Para δ1=0.83 Pg = 0.023

48 cm2

dbpulg

0.3 10 Ø 1" As=51 cm2. 1 Ø 3/8" 1/2

0.7 3/81/4



Ag

Pu

hPu

Mu

h

e

Ag

Pu

hPu

Mu

h

e

hbPgAs

PORTICO 3

FUERZ

8.2

5.74

2.2

16.99

11.74

0.27

17

DISEÑO DE LAS COLUMNAS DEL 7MO

PISO

11.84

0.23

17.66

12.21

0.4

9.45

6.6

1.75



M1= 3.5 t-m.

M2 = 4.21 t-m.

Si:

13.08

Y el valor limite es: 44 <

No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta Como : 13.08 < 44 No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta

Pu = 1.4D + 1.7L = 43.751 tn.M2 = 4.21 t-m.


1.52 cm

0.96 cm

Con desplazamiento

Como

30.53 > 22


M2ns= 3.166 m-tn.

Con cargas de sismo

M2s= 19.242 m-tn.


1.1 < 1.5



r

LuK

2

11234

M

M

he 03.05.1min

Pu

Me 2

ELDU 87.17.14.175.0

r

LuK

Qs 1

1

Pc

Pus

75.01

1

ELD PPPPu 87.17.14.175.0


140.93 tn.∑Pc =


EI = 0.4 Ec Ig = 5219.054 m2-t

Columna 55

873.3154

Columna 56

1934.613

Columna 57

1934.613

Columna 58

1934.613

Columna 59

873.3154

7550.471.00

Comparando de toma el menor valor de δs =


0.3

0.7




Pu = 35.91 + 0.27M arriba= 3.45 + 3.15

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

Pc

Pus

75.01

1

M abajo= 2.86 + 16.99


Pu = 15.29 + 0.27M arriba= 1.41 + 3.15M abajo= 1.41 + 16.99


Pu = 23.79 Mn = 4.22

luego de tablas:

0.80

= 1.59 Pt =

As == 0.01


Pn = 36.18 Mn = 19.85

luego de tablas:

0.80

= 1.7 Pt =

As == 0.06

dbcm

2.54 0.3 6Ø 1 3/8" +2Ø5/8" As=1.27 Ø 3/8"

0.953 0.70.625


Menor dimension de seccion transversal de la columna =Smax = 30 cm

Kn = Pn f́ c * b*h


Kn = Pn f́ c * b*h


70

1270

hh

o

70

1270

hh

o

dbcm

2.541.27

0.9530.625



M1= 2.59 t-m.

M2 = 3.35 t-m.

Si:

13.08

40 Y el valor limite es:

No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta Como : 13.08 <

Pu = 1.4D + 1.7L =M2 = 3.35 t-m.


0.76

Con desplazamiento

Como

Considerar Esbeltez 30.53


M2ns= 2.51 m-tn.

Con cargas de sismo

M2s= 19.284 m-tn.


1.1 <

∑Pu =Columna 55 Pu = Columna 56 Pu =

ELD PPPPu 87.17.14.175.0

r

LuK

2

11234

M

M

he 03.05.1min

Pu

Me 2

ELDU 87.17.14.175.0

r

LuK

Qs 1

1

Pc

Pus

75.01

1

ELD PPPPu 87.17.14.175.0

Columna 57 Pu = Columna 58 Pu = Columna 59 Pu =

∑Pc =Por ser de la misma dimension todas las columnas Por ser de la misma dimension todas las columnas

EI = 0.4 Ec Ig = 5219.054

Columna 55

tn.

Columna 56

tn.

Columna 57

tn.

Columna 58

tn.

Columna 59

tn.

tn.

1.00 Comparando de toma el menor valor de δs =


0.3

0.7


- 1RA COMBINACION1.4*D + 1.7LPu = 43.93M arriba= 3.35M abajo= 2.59

(δs * S) - 2DA COMBINACION1.25*( D + L ) +

= 36.18 Pu = 36.05= 6.60 M arriba= 2.75

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

Pc

Pus

75.01

1

= 19.85 M abajo= 2.11

(δs * S) - 3RA COMBINACION0.9 * D

= 15.56 Pu = 15.30= 4.56 M arriba= 1.18= 18.40 M abajo= 0.84


Pu = 43.93

luego de tablas:

0.02 =

42=


Pn = 36.28

luego de tablas:

0.03 =

63=

dbpulg cm

64.36 cm2 1 3/8" 3.49 0.31 2.54

1/2 1.27 0.73/8 0.9531/4 0.625 Espaciamiento maximo vertical de los estribos; Smax es:

16 db (longitudinal) = 55.8448 db (estribo) = 45.744

30 cm Menor dimension de seccion transversal de la columna =Smax = 30 cm

Kn = Pn f́ c * b*h


Kn = Pn f́ c * b*h


70

1270

hh

o

70

1270

hh

o

U = 1.4D + 1.7L

43.3 < 40

43.3 No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta

43.928 tn.


1.52 cm

cm

> 22 Considerar Esbeltez

1.5


19.01 tn.33.19 tn.

2

11234

M

M

ELDU 87.17.14.175.0

ELD PPPPu 87.17.14.175.0

33.27 tn.34.67 tn.20.79 tn.

140.93 tn.


m2-t

873.3154 tn.

1934.613 tn.

1934.613 tn.

1934.613 tn.

873.3154 tn.

7550.47 tn.1.00



1.4*D + 1.7L

1.25*( D + L ) + (δs * S)

+ 0.23 = 36.28+ 1.31 = 4.06

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

+ 3.24 = 5.35

+ (δs * S)

+ 0.23 = 15.53+ 1.31 = 2.49+ 3.24 = 4.08

Mn = 3.35

0.80

1.738 Pt = 0.035

As = 740.01


Mn = 5.35

0.80

1.73 Pt = 0.035

As = 740.02

dbpulg cm

8 Ø 13/8" As= 74 cm2 1 3/8" 3.49 Ø 3/8" 1 2.54

1/2 1.273/8 0.953

Espaciamiento maximo vertical de los estribos; Smax es: 1/4 0.625cmcm

Menor dimension de seccion transversal de la columna = 30 cm



M1= 4.83 t-m.

M2 = 6.01 t-m.

Si:

13.49

Y el valor limite es: 43.6 < 40

Como : 13.49 < 43.6 No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta

Pu = 1.4D + 1.7L = 45.481 tn.M2 = 6.01 t-m.


1.50 cm

1.32 cm

Con desplazamiento

Como

45.44 > 22 Considerar Esbeltez


M2ns= 4.505 m-tn.

Con cargas de sismo

M2s= 18.794 m-tn.


1 < 1.5



r

LuK

2

11234

M

M

he 03.05.1min

Pu

Me 2

ELDU 87.17.14.175.0

r

LuK

Qs 1

1

Pc

Pus

75.01

1

ELD PPPPu 87.17.14.175.0


140.93 tn.∑Pc =


EI = 0.4 Ec Ig = 5219.0537 m2-t

Columna 55

873.315366 tn.

Columna 56

1934.61316 tn.

Columna 57

1934.61316 tn.

Columna 58

1934.61316 tn.

Columna 59

873.315366 tn.

7550.47023 tn.1.00


0.3

0.7




Pu = 37.34 + 0.4 = 37.74M arriba= 4.94 + 13.4 = 18.34

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

Pc

Pus

75.01

1

M abajo= 3.93 + 2.87 = 6.80


Pu = 0.00 + 0.4 = 0.40M arriba= 0.00 + 13.4 = 13.40M abajo= 0.00 + 2.87 = 2.87


Pu = 45.48 Mn = 6.01

luego de tablas:

0.80

= 1.69 Pt = 0.035

As = 74= 0.02


Pn = 37.74 Mn = 18.34

luego de tablas:

0.80

= 1.71 Pt = 0.035

As = 74= 0.05

0.3 8 Ø 13/8" As= 74 cm2 Ø 3/8"

0.7



Kn = Pn f́ c * b*h


Kn = Pn f́ c * b*h


70

1270

hh

o

70

1270

hh

o



M1= 23.15 t-m.

M2 = 29.73 t-m.

Si:

13.49

Y el valor limite es: 43.3 <

No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta Como : 13.49 < 43.3 No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta

Pu = 1.4D + 1.7L = 24.45 tn.M2 = 29.73 t-m.


1.52 cm

12.16 cm

Con desplazamiento

Como

45.44 > 22


M2ns= 22.295 m-tn.

Con cargas de sismo

M2s= 9.453 m-tn.


1 < 1.5



r

LuK

2

11234

M

M

he 03.05.1min

Pu

Me 2

ELDU 87.17.14.175.0

r

LuK

Qs 1

1

Pc

Pus

75.01

1

ELD PPPPu 87.17.14.175.0


140.93 tn.∑Pc =


EI = 0.4 Ec Ig = 5219.0537 m2-t

Columna 55

873.315366

Columna 56

1934.61316

Columna 57

1934.61316

Columna 58

1934.61316

Columna 59

873.315366

7550.470231.00

Comparando de toma el menor valor de δs =

0.3

0.7




Pu = 20.06 + 1.75M arriba= 24.38 + 6.74

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

2

2

LuK

EIPc

Pc

Pus

75.01

1

M abajo= 18.84 + 2.69


Pu = 8.50 + 1.75M arriba= 10.27 + 6.74M abajo= 10.27 + 2.69


Pu = 24.45 Mn = 29.73

luego de tablas:

0.80

= 1.04 Pt =

As == 0.1


Pn = 21.81 Mn = 31.12

luego de tablas:

0.80

= 1 Pt =

As == 0.08

dbpulg cm

1 3/8" 3.49 0.3 8 Ø 1" As=1 2.54 Ø 3/8"

1/2 1.27 0.73/8 0.9531/4 0.625 Espaciamiento maximo vertical de los estribos; Smax es:

16 db (longitudinal) = 40.64 cm48 db (estribo) = 45.744 cm

Menor dimension de seccion transversal de la columna =Smax = 30 cm

Kn = Pn f́ c * b*h


Kn = Pn f́ c * b*h


70

1270

hh

o

70

1270

hh

o

40

No Considerar Esbeltez diseñar como Columna Corta

ok

Considerar Esbeltez


ELD PPPPu 87.17.14.175.0


tn.

tn.

tn.

tn.

tn.

tn.

1.00

= 21.81= 31.12

= 21.53

= 10.25= 17.01= 12.96

0.015

32

0.019

40

dbpulg cm

40.8 cm2 1 2.541/2 1.273/8 0.9531/4 0.6251/4 0.625

30 cm

As = 8.52Fy = 4200Fc' = 210B3 = 0.85b = 30

0.9d = 51

6.68 cm

15.35 Ton-m

As = 12.52Fy = 4200Fc' = 210B3 = 0.85b = 30

0.9d = 51

9.82 cm

21.81 Ton-m

As = 5.68Fy = 4200Fc' = 210B3 = 0.85b = 30

0.9d = 51

4.45 cm

bFc

FyAsa

3

bFc

FyAsa

3

bFc

FyAsa

3

10.47 Ton-m

Diseño de Estribos Lonfitud 4

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Transcript of Diseño de Estribos Lonfitud 4