DISEÑO EN CONCRETO ARMADo

DISEÑO EN CONCRETO ARMADO

 OPCION 1 A)PREDIMENSIONAMIENTO DE LOSA ALIGERADA H>= L/25 L 4.5 m H>= 0.18 m

ENTONCES ESCOJEMOS

H= 0.20 0.20

m

B)PREDIMENSIONAMIENTO DE LOSA MACIZA H>= L/30 m H>= 0.150 m

ENTONCES ESCOJEMOS

H= 0.15 0.15

m

C)PREDIMENSIONAMIENTO DE VIGAS L= 9 .6 0.80 <=H<=   0.96

VIGA PRINCIPAL

ENTONCES ESCOJEMOS

H= 0.80 0.80

m

<=B<= B= 0.40 0.40

0.4

0.24

ENTONCES ESCOJEMOS SECCION DE VIGA

0.40

x

0.80

D)PREDIMENSIONAMIENTO DE COLUMNAS

POR ESTETICA

B= H=

0.40 m 0.40 m

VIGA SECUNDARIA

L= 0.38

ENTONCES ESCOJEMOS

4 .5 <=H<=   0.45

H= 0.40 0.40

m

<=B<= B= 0.25 0.25

0.2

0.12

ENTONCES ESCOJEMOS SECCION DE VIGA

0.25

x

0.40

opcion 1

b area de

h 40

60 f´c=

predimensionamiento de columna CM l a ppla 5.125 ppvp 4.52 ppvs 3.95 pptr 5.125 pppt 5.125

h 4 0.40 0.25 4.4 4.4

pe 0.80 0.40

kg 300 2400 2400 120 1 00

61 6 1 50 3 4 7 1 .3 6 9 48 2706 22 55 15530.36 kg

400

90 20 9020 kg

total CV sobrecarga

5.125

4.4

CU= =

total

metra metrado do de carg cargas as para para vig vig CM l

a

h

pe

kg

ppla ppvp pptr pppt

1 1 1 1

4 0. 0 .40 4.4 4.4

3 00 0.80 2400 1 20 100 total CM

12 00 7 68 5 28 4 40 2936 kg

CV sobrecarga

1

4. 4 .4

400

17 60 1760 kg

total CV

metra metrado do de carg cargas as para para vig vig CM l

a

h

pe

kg

ppla ppvs pptr pppt

1 1 1 1

1 0. 0 . 25 1 . 25 1 . 25

3 00 0.40 2400 1 20 100 total CM

3 00 2 40 1 50 1 25 815 kg

CV sobrecarga

1

1 . 25

4 00

5 00 500 kg

total CV calculo de fuerza horizontal factor zona Z= factor suelos S= U=

0.4 1.2 1 8

para cada

predimensionamiento de columna CM l a ppla 5.125 ppvp 4.52 ppvs 3.95 pptr 5.125 pppt 5.125

h 4 0.40 0.25 4.4 4.4

pe 0.80 0.40

kg 300 2400 2400 120 1 00

61 6 1 50 3 4 7 1 .3 6 9 48 2706 22 55 15530.36 kg

400

90 20 9020 kg

total CV sobrecarga

5.125

4.4

CU= =

total

metra metrado do de carg cargas as para para vig vig CM l

a

h

pe

kg

ppla ppvp pptr pppt

1 1 1 1

4 0. 0 .40 4.4 4.4

3 00 0.80 2400 1 20 100 total CM

12 00 7 68 5 28 4 40 2936 kg

CV sobrecarga

1

4. 4 .4

400

17 60 1760 kg

total CV

metra metrado do de carg cargas as para para vig vig CM l

a

h

pe

kg

ppla ppvs pptr pppt

1 1 1 1

1 0. 0 . 25 1 . 25 1 . 25

3 00 0.40 2400 1 20 100 total CM

3 00 2 40 1 50 1 25 815 kg

CV sobrecarga

1

1 . 25

4 00

5 00 500 kg

total CV calculo de fuerza horizontal factor zona Z= factor suelos S= U=

0.4 1.2 1 8

para cada

Tp= T= C= C= P= =

V= CALCULO DE FUERZA VERTICAL

Sa= Yd= R= C=

C= W= Vo=

1.2 1 8 0.15

0.15 63675.2 9551.28

 

35.55

0.6 0.086 17.5 2.5 1 tn/m2 237 tn

ct= hn=

35 3

area

237

W7= W6= W5= W4= W3= W2= W1= WT=

9096.457143 18192.91429 27289.37143 36385.82857 45482.28571 54578.74286 63675.2 #NAME?

h7= h6= h5= h4= h3= h2= h1=

19.8 17 14.2 11.4 8.6 5.8 3

F7 F6 F5 F4 F3 F2 F1

9551.28 6 0 3 6 .1 2 4 9 1 4 2 2 0 .7 9 3 8 6 3 0 6 7 .1 7 1 6 1 2 2 2 0 .0 2 7 2 4 1 5 1 2 .2 1 3 5 8 832.960465

1 80 11 0 3 09 28 0 3 87 50 9 4 14 79 8 3 91 14 8 3 16 55 7 1 91 02 6 SUMA SUMA 219042 2190427 7

1-PARA VIGA PRINCIPAL L= WD

4.10 m

P.P.V.P. P.P.L.A. P.P.ACAB. P.P.PISO TERM.

0.40

0.80 6.60 7 7

1 1 1 1

2 40 0 38 0 10 0 15 0

WD ESCOGER

WL

S/C

7

1

60 0

WL ESCOGER

WU

1.2

4 .9 3

+

1.6

4 .2

= ESCOGER

MOMENTOS DE DISEÑO 2TRAMOS

(1/16)

(1/9) (1/14)

3TRAMOS

(1/16)

(1/10) (1/14)

4TRAMOS

(1/16)

(1/10) (1/14)

W (1/16)= (1/14)= (1/10)= (1/11)=

L

9. 9 .2 9.2 9. 9 .2 9.2

MU 4.10 4.10 4.10 4.10

9.67 11.05 15.47 14.06

escoger 25.21 28.81 40.34 3 6 .6 7

16 14 9 2CAPAS H-9

CALCULO DE As

1 CAPA H-6

MU 25.21 28.81 40.34 36.67

FI

FY 1 1 1 1

4200 4200 4200 4200

f'c

b 210 210 210 210

d 40 40 40 40

a 71 71 71 71

1 4 .2 1 4 .2 1 4 .2 1 4 .2

VERIFICACION DE CUANTIA 7.84 cm2

ƿ min ƿ max

 

45.582

no menor que 9.53  cm2 PARA As requerido 8.77

12.52

10.08 14.39 13.00

18.2 20.2 18.2

verificacion de espaciamiento para el agregado e= 5.1375 >= 2.5 cm  DISEÑO POR FLEXION GANCHO STANDAR ɸ '' Ld ESCOGER (1/4) (3/8) (1/2) (5/8) (3/4)

7.68 11.4 15.24 19.08 22.92

8 12 16 20 25

LONGITUD DE DESARROLLO ɸ '' FY Fc

Ldh

ɸ cm

(1/4)

4200

210

0.64

(3/8)

4200

210

0.95

(1/2)

4200

210

1.27

(5/8)

4200

210

1.59

(3/4)

4200

210

1.91

1''

4200

210

2.54

PUNTOS DE CORTE

ESCOGEM Ldh>= Ldh>= Ldh>= Ldh>= Ldh>= Ldh>=

MM+

13.99

15

20.76

25

27.75

30

34.75

35

41.74

45

55.51

60

25.21  

40.34 28.81

PARA LADO IZQ=DER

9.2  TN/ML 4.10  M

WU L M1 Mmax SI:

COMPROBACION SI: X=

MU en

1.01

-22.37 OK

61.18 TN*M 39.33 TN*M →V1=

43.00 TN

AS →MU

10.78

ESCOGER

 

→

X1

 

→

X2

 

Ld

-28.93 TN*M -22.37 TN*M 1.01 M OK 8.34 M NO 1.72 M

→X=

ESCOGER

 

1.50 M

NOTA: EN MOMENTO NEGATIVO ESCOGER Ld el mayor en momento positivo elegir el MENOR DISEÑO POR FUERZA CORTANTE WU 9.2  TN/ML L 4.10  TN/ML d 0.71 m Vu-d= 36.47 TN CALCULO DE CORTE DEL CONCRETO VC= 21812.42 kg CALCULO DE CORTE NOMINAL Vn= 48629.95 kg CALCULO DE Vs Vs= 26817.53 kg CALCULO DE ESPACIAMIENTO S= 15.79 cm VERIFICANDO 26817.53 Vs<= 45271.06 kg

SEGUN TE

segun RNE →

 

35.5 60 cm

.

210

1.2CM+1.6CV 33068.43 kg 33.06843 tn

piso se ten

33.068432 tn

para los 7 p 231.479024 tn AG= AG=

2449.51348 2400

FUERZA UNITARIA 1591.88 1006.02082 703.465643 511.195268 370.004541 252.035596 138.826744

768 2508 700 1050 5026  KG/ML 4.93 TN/ML 4200

4200  KG/ML 4.2 TN/ML 12.636 9.2 TN/ML (1/16) (1/14) (1/11)

(1/11)

(1/10)

(1/16)

(1/16) (1/11)

(1/14) (1/11)

(1/11) (1/16)

(1/10)

(1/16)

(1/16)

(1/14)

ESCOGER

1 ITERACION As a 9.39 10.73 15.03 13.66

2 ITERACION As a 5.53 6.31 8.84 8.04

8.80 10.11 14.43 13.03

3 ITERACION

As 5.17 5.95 8.49 7.67

8.77 10.08 14.39 13.00

4TO ITERACION

a

As 5.16 5.93 8.46 7.65

8.77 10.08 14.39 13.00

a 5.16 5.93 8.46 7.65

ɸ ''

OS

area cm2

ɸ cm

(1/4) (3/8) (1/2) (5/8) (3/4)

0.64 0.95 1.27 1.59 1.91

0.32 0.71 1.29 2 2.84

1''

2.54

5.1

COLUMNA

F

NUEVO Ldh

cm

40.00

0.8

12

cm

40.00

0.8

20

cm

40.00

0.8

24

cm

40.00

0.8

28

cm

40.00

0.8

36

cm

40.00

0.8

48

36.67

40.34

36.67 25.21

4.67 M

ESCOGER

25.21 28.81

ODORO HARMSEN wu

9.2 TN/ML

R mayor

43.00 tn

→

x=

0m

vu d

36.47 tn

→

x=

0.71 m

vc

vu 2d

29.94 tn

→

x=

1.42 m

vs

vc

21812.42 kg

ɸvc

16359.32 kg

→

x=

2.90 m

8179.66 kg

→

x=

3.79 m

xtotal

4.67  m

ɸvc/2

tramo

18108.20 kg

vsmax

45271.06

s

23.38 cm O:

s

s

Ra-vu 2d

vs

35.5 cm

ɸvc

>=

18108.20 ok

pptr pppt

4.48 4.48

CV sobrecarga

4.48

14055.19 kg 18740.25 kg 0.00333333 kg 127033200

2.82 2.82

200 100 total

2.82

350 total

2526.72 1263.36 3790.08 kg 4421.76 4421.76 kg

para cada piso se tendra para los 7 pis AG= AG=

0 tn 0 tn #DIV/0! 0

DISEñO DE COL

METRADO DE CARGAS C.M.

PARA 1ER, 2DO Y ETC PISOS P.P.V.P. P.P.V.S. P.P.L.A. P.P.TAB. P.P.P.T. P.P.COL.

0.4 0.4 6.6 7 7 0.4

0.7 0.7 4.6 5 5 0.4

6.6 4.6 1 1 1 2.7

4435.2 3091.2 11536.8 3500 3500 1036.8 27100 KG/ML

2400 2400 380 100 100 2400

C.M.= C.V. S/C

7

5

ESCOGER 1 600

C.V.= ESCOGER

WU=

1.2

27.1

+

1.6

21 ESCOGER

CARGA TOTAL AREA

108.86 TN/ML 1151.95767 KG/ML

CALCULO DE FUERZAS HORIZONTALES SE CONSIDERARA UN PESO DE 1TN/ML EN LA EDIFICACION AREA TOTAL TECHADA 222.56 M2 PESO PRIMER PISO 222.56 TN PESO SEGUNDO PISO 222.56 TN

TOTAL

445.12 TN

AHORA HALLAMOS EL PESO DEL PORTICO PRINCIPAL P= 60.72 TN P2 60%= 36.43 TN P3 40%= 24.29 TN

 

27.1 TN/ML 21000 21000 KG/ML 21 TN/ML

=

66.12 66.12 TN/ML

 

MNAS PARA AZOTEA O ULTIMO PISO C.M. P.P.V.P. P.P.V.S. P.P.L.A. P.P.CUB. P.P.COL.

0.4 0.4 6.6 6.6 0.4

0.7 0.7 4.6 4.6 0.4

6.6 4.6 1 1 2.7

4435.2 3091.2 11536.8 1518 1036.8 21618

2400 2400 380 50 2400

C.M.= C.V.

ESCOGER S/C

7

5

1

300

C.V.= ESCOGER

TN/ML

WU=

1.2

21.62

+

1.6

 

21.62 10500 10500 10.5 10.5

KG/ML TN/ML

KG/ML TN/ML

= ESCOGER

42.744 TN/ML 42.74

DISEÑO EN CONCRETO ARMADO

 OPCION 1 A)PREDIMENSIONAMIENTO DE LOSA ALIGERADA H>= L/25 L 4 m H>= 0.16 m

ENTONCES ESCOJEMOS

H= 0.20

m

B)PREDIMENSIONAMIENTO DE LOSA MACIZA H>= L/30 m H>= 0.133 m

ENTONCES ESCOJEMOS

H= 0.15

m

C)PREDIMENSIONAMIENTO DE VIGAS L= 4 0.33 <=H<=   0.40

VIGA PRINCIPAL

ENTONCES ESCOJEMOS

H= 0.20

m

<=B<= B= 0.30

0.1

0.06

ENTONCES ESCOJEMOS SECCION DE VIG

0.30

x

0.20

D)PREDIMENSIONAMIENTO DE COLUMNAS

POR ESTETICA

B= H=

0.30 m 0.30 m

VIGA SECUNDARIA

L= 0.25

ENTONCES ESCOJEMOS

3 <=H<=   0.30

H= 0.20

m

<=B<= B= 0.20

0.1

0.06

ENTONCES ESCOJEMOS SECCION DE VIG

0.20

x

0.20

opcion 2

D area de columna

40

predimensionamiento de columna central CM l a h ppla 4.25 3.13 ppvp 4.05 0.30 ppvs 3 0.20 pptr 4.25 3.13 pppt 4.25 3.13

pe 0.20 0.20

kg 300 2400 2400 120 100

3990.75 583.2 288 1596.3 1330.25 7788.5

300

5040 5040

total CV sobrecarga

4

4.2 total B area de colum

predimensionamiento de columna perimetrica CM l a h ppla 4.25 4.2 ppvp 4.05 0.30 ppvs 4 0.20 pptr 4.25 4.2 pppt 4.25 4.2

H 30

pe 0.20 0.20

30

kg 300 2400 2400 120 100

5355 583.2 384 2142 1785 10249.2

300

5355 5355

total CV sobrecarga

4.25

4.2 total

metrado de cargas para viga CM l

a

h

pe

kg

ppla ppvp pptr pppt

1 1 1 1

4 0.30 4.2 4.2

300 0.20 2400 120 100 total CM

1200 144 504 420 2268

CV sobrecarga

1

4.2

300

1260 1260

total CV

metrado de cargas para viga CM l

a

h

pe

kg

ppla ppvs pptr pppt

1 1 1 1

4 0.20 3.8 3.8

300 0.20 2400 120 100 total CM

1200 96 456 380 2132

CV sobrecarga

1

4

300

1200 1200

total CV calculo de fuerza horizontal factor zona Z= factor suelos S= U=

0.4 1.2 1 8 Tp= T=

C= C= P= =

V= CALCULO DE FUERZA VERTICAL

Sa= Yd= R= C=

1.2 1 8 0.15

 

0.6 0.08571429 17.5 2.5 1 tn/m2 237 tn

35.55

ct= hn= area

C= W= Vo=

0.15 57835.2 8675.28

W7= W6= W5= W4= W3= W2= W1= WT=

8262.171429 16524.34286 24786.51429 33048.68571 41310.85714 49573.02857 57835.2 #NAME?

h7= h6= h5= h4= h3= h2= h1=

19.8 17 14.2 11.4 8.6 5.8 3

F7 F6 F5 F4 F3 F2 F1

8675.28 5482.51896 3833.68183 2785.86456 2016.41643 1373.52022 756.565116

f´c=

210

CU= =

kg

1.2CM+1.6CV 17410.2 kg 17.4102 tn

para cada piso se tendra N° pisos para los 7 pis AG= AG=

kg

f´c=

CU= =

kg

kg

kg

kg

17.4102 tn 5 pisos 87.051 tn 921.174603 1256.64 ok!!!

210

1.2CM+1.6CV 20867.04 kg 20.86704 tn

para cada piso se tendra N° pisos para los 7 pis AG= AG=

20.86704 tn 4 pisos 83.46816 tn 883.260952 900 ok!!!

kg

kg

35 3 237

SUMA

163590.994 280913.829 351968.503 376755.017 355273.371 287523.566 173505.6 1989530.88

FUERZA UNITARIA 1445.88 913.75316 638.946971 464.310761 336.069405 228.920036 126.094186

CM= CV= L1 L2 L3

2300 1300 5.5 6 5.5

(1/16)

Kg Kg L4 L5 L6

4.84 tn

seccion

3.8 3 4.2

(1/10) (1/14) L1 10.46 tn-m

9.15 tn-m

Carga ultim

B= H=

(1/11)

(1/11) (1/16) L2 10.89 tn-m

14.64 15.84 tn-m tn-m

(1/11)

(1/11) (1/16) L3 9.15 tn-m

15.84 13.31 tn-m tn-m

13.31 tn-m

calculo de acero 1 ITERACION As a

1 CAPA H-6

MU

FI

FY

f'c

b

d

a

9.15 10.46 14.64

0.9 0.9 0.9

4200 4200 4200

210 210 210

25 25 25

41 41 41

8.2 8.2 8.2

6.56 7.50 10.50

6.17 7.06 9.88

15.84

0.9

4200

210

25

41

8.2

11.36

10.69

10.89

0.9

4200

210

25

41

8.2

7.81

7.35

15.84

0.9

4200

210

25

41

8.2

11.36

10.69

13.31

0.9

4200

210

25

41

8.2

9.54

8.98

9.15

0.9

4200

210

25

41

8.2

6.56

6.17

13.31

0.9

4200

210

25

41

8.2

9.54

8.98

6.35

0.9

4200

210

25

41

8.2

4.56

4.29

4.37

0.9

4200

210

25

41

8.2

3.13

2.95

6.35

0.9

4200

210

25

41

8.2

4.56

4.29

3.96

0.9

4200

210

25

41

8.2

2.84

2.67

2.72

0.9

4200

210

25

41

8.2

1.95

1.84

3.96

0.9

4200

210

25

41

8.2

2.84

2.67

8.54

0.9

4200

210

25

41

8.2

6.12

5.76

6.10

0.9

4200

210

25

41

8.2

4.37

4.11

5.34

0.9

4200

210

25

41

8.2

3.83

3.60

longitud de desarrollo f´y= f´c= diametro de barra= longitud de desarrollo= longitud de desarrollo=

4200 210 1.91 cm 44.285647 cm 41.739223 cm

1/4  8 m m  3/8  12 mm  1/2 

longitud de anclaje

22.92 cm

5/8  3/4  1  1 3/8 

zapatas

 de viga 0.25 m 0.5 m

(1/11)

(1/11) (1/16) L4 4.37 tn-m

6.35 tn-m

(1/11)

(1/11) (1/16) L5 2.72 tn-m

6.35 3.96 tn-m tn-m

(1/10)

3.96 8.54 tn-m tn-m

(1/16) (1/14) L6 6.10 tn-m

4.5

2 ITERACION As a

3 ITERACION

As

a

4TO ITERACION

As

CUANTIAS

a

Asmin

Asmin

6.39 7.38 10.74

6.01 6.95 10.11

6.37 7.37 10.78

6.00 6.94 10.14

6.37 7.37 10.78

6.00 6.94 10.15

2.829269 3.4410714 2.829269 3.4410714 2.829269 3.4410714

11.75

11.06

11.81

11.12

11.82

11.13

2.829269 3.4410714

7.72

7.26

7.71

7.26

7.71

7.26

2.829269 3.4410714

11.75

11.06

11.81

11.12

11.82

11.13

2.829269 3.4410714

9.64

9.08

9.66

9.09

9.66

9.09

2.829269 3.4410714

6.39

6.01

6.37

6.00

6.37

6.00

2.829269 3.4410714

9.64

9.08

9.66

9.09

9.66

9.09

2.829269 3.4410714

4.33

4.07

4.31

4.06

4.31

4.06

2.829269 3.4410714

2.92

2.75

2.92

2.74

2.92

2.74

2.829269 3.4410714

4.33

4.07

4.31

4.06

4.31

4.06

2.829269 3.4410714

2.64

2.49

2.64

2.48

2.63

2.48

2.829269 3.4410714

1.80

1.69

1.79

1.69

1.79

1.69

2.829269 3.4410714

2.64

2.49

2.64

2.48

2.63

2.48

2.829269 3.4410714

5.93

5.58

5.91

5.56

5.91

5.56

2.829269 3.4410714

4.14

3.90

4.13

3.89

4.13

3.89

2.829269 3.4410714

3.60

3.39

3.59

3.38

3.59

3.38

2.829269 3.4410714

d b (c m )

A (c m 2 )  

0.64

0.32  

0.80

0.50  

0.95

0.71  

1.20

1.13  

1.27

1.27  

9.7

5.34 tn-m

1.59

1.98  

1.91

2.85  

2.54

5.07  

3.49

9.58  

zapatas conectadas circular y cuadrada

luz =

columna exterior B= H=

30 cm 30 cm

PD= PL=

20 tn 10 tn

columna interior D=

30 cm

PD= PL=

20 tn 10 tn

datos adicionales y suelo capacidad portante= peso especifico= S/C= f´c colum f'c zapa fy=

3 kg/cm2 1.6 tn/m3 300 kg 210 175 4200

diametro de barra de colum profundida total= peso especifico del concreto altura de piso terminado

longitud de desarrollo Ld=

48.512496 cm

Hf= escoger=

58.512496 cm 60 cm

capacidad portante neta del terreno: qsn=

2.80072

area para zapata interios A= 10711.5313 cm2

L= escoger=

103.496528 130 cm

area para zapata exterior A=1.5B A= 10711.5313 cm2 Lado A= Lado B= escoger=

A= B=

diseño de viga… calculo de momento y fuerza sin amplificar aplicados a la viga M= 9000 kg-m V= 2432.43243 kg

126.756842 84.5045613 70 cm 70 cm

El área de zapata requerida para no sobrepasar los esfuerzos del suelo es A= S=

11580.0339 cm2 165.429055 cm

Diseño de la viga de cimentación seccion a asumir B= H=

30 cm 50 cm

cuantia=

0.76 %

El momento flector y fuerza cortante amplificados serán: M= V=

12000 3243.24324

Ru=

25

As min= cuantia =

Vc=

6916.5

4.02857143 cm2 11.4 cm2

reaccion amplificada del suelo

columna exterior 8.91 kg/cm2

Vu por punzonamiento

4453.94374 kg

Vc por ponzonamiento

103680.38 kg

Vu por flexion

-18706.5637 kg

Vc por flexion

18404.5076 kg

5.25 cm2 5.25 cm2

14.19

ok!!

ok!!

4 m

a =

1.91 cm 1.5 m 2400 10 cm