Proyecto Tablas de Diseño

CALCULOS DE CARGAS EN EDIFICIO
Cargas Muertas
Peso Propio elementos h (m) b (m) Wc (kg/m3) Pp unidad
Vigas principales 0.60 0.25 2300 345.00 Kg/m
Vigas Perimetrales 0.60 0.25 2300 345.00 Kg/m
Vigas secundarias 0.50 0.20 2300 230.00 Kg/m
losas de entrepiso 0.164 1.00 2300 377.20 Kg/m2
Las cargas muertas segun articulo tabla 1.1.4.4 de CHOC 2008
segun tabla 9.5 apartado 9.5 ACI 318-02, el peso normal del hormigon es de Wc=2300 Kg/m3
Cargas Muertas Losas de entrepiso en todos los niveles

Piso de Porcelanato 104.17 kg/m2
Instalaciones Sanitarias 10 kg/m2
Segun tabla 1.1 materiales comunes 4ta Edición
Instalaciones electricas 10 kg/m2
McCormac
Cielo falso de plafones 2.11 kg/m2
Cargas Muertas 126.28 kg/m2
Calculo de cargas muertas debidas al piso de porcelanato en losas de entrepiso

Piso en losas de entrepisos
Espesor ˠ (PV)
Cantidad Unidad
Materiales (m) Kg/m3
Porcelanato de 40x40 0.006 5.95 und/m2 2400.00
Pegaduro para ceramica 0.044 0.043 m3/m2 2100.00
Porcelanato de 40x40
Espesor de liga = 0.04 a 0.05 m
espesor de real de liga 0.044 m 0.4
Volumen horizontal= 0.00704 m3 0.05
Volumen Vertical = 0.0002 m3 cantidad de losetas o porcelanato=
0.00724 m3 peso por unidad de porcelanato=
Paredes de bloque carga

Cantidad Unidad ˠ (Pu)
Materiales Kg/m2
Bloque de 20x20x40 12.5 und/m2 13.50 Kg/und 168.75
Mortero cemento arena 0.018 m3/m2 2100.00 kg/m3 37.41
206.16
La altura de las paredes es de 3.0 m por tanto:
= 206.16k/m2*3.0m= 618.46875
Bloque de 20x20x40
Espesor de liga = 0.02
medidas de los huecos L=0.1625 x A= 0.15
Volumen horizontal= 0.000625 m3
Volumen Vertical = 0.0008 m3
0.001425
Anclajes de muros 300 kg/m 1.1.11 seccion choc 2008
0.025 0.1625
0.025
0.20 0.15
0.40
rio del bloque segun investigacion en sitio https://ingemecanica.com/tutoriales/pesos.html#mezclas

conculta a fabricantes https://www.grupotraber.com
Las cargas vivas segun la tablas de CHOC 2008 tabla 1.1.4-1 y consideraciones especiales 1.1.4-2
Cargas vivas
Areas de asientos
500 kg/m2
moviles
Armazones de ceilo
50 kg/m2
falso
Sistema cotra
125 kg/m2 tabala 1.3.7-1
insendios
Divisiones de paredes 25 kg/m2
Oficinas 250 kg/m2
950 kg/m2
Segun tabla 1.1.5-1 concideraciones para cubiertas o losa de techo
area tributaria maxima 4.6 9.2 21.16 m2
Metodo 1 area
triburaria 20 a 60 m2, 80 kg/m2
usar
No se concidera reduccion de carga ya que tenemos una area de infuelcia del area
tibutaria menor a 37 m2 segun 1.1.7 ACI-318-08
ESQUEMA DE CARGA DE VIENTO

qw = Ce * Cq * qs * Iw INTERCOLUMNIO= 4.60m
CALCULOS
Coefeciente Combinado Ce según tabla 2.3-2 CHOC 2008
Exposicion TIPO B
ALTURA 5.00 10.00 15 9
Ce 1.39 1.56 1.67 1.60
ALTURAS FACTOR
10.00 m 1.56
12 m X= 1.60
15.00 m 1.67
Coeficiente de presion Cq según tabla 2.3-3

succion en succion en
Sotavento
Barlovento Muros techo techo succion
Muros
barlovento sotavento
0.8 0.5 0.84 0.70
Pendiente de techo =
(5.00 / 7.25)*100 = 68.97 %
Interpolando el Valor según Tabla 2.3-3 para Techo a Barlovento
Pendiente Factor
16.70 0.167 % 0.30
68.97 0.690 % X= 0.84
75.00 0.750 % 0.90
Velocidad Basica Tegucigalpa, exposicion Tipo B, según tabla 2.3-1

Presion estatica del viento qs
velocidad 120 km/h
carga 69.6 kg/m2 0.696 kn/m2
Factor de Importacia según tabla 3.4-3 Iw= 1

Tablas de calculo
P= qw * intercolumnio kn/m
Estructura a Barlovento
h Ce Cq qs (Kg/m2) Iw
1 3.00 1.39 0.80 69.600 1.00

2 6.00 1.42 0.80 69.600 1.00
3 9.00 1.53 0.80 69.600 1.00
4 12.00 1.60 0.80 69.600 1.00
Estructura a Sotavento
5 3.00 1.39 0.50 69.600 1.00

6 6.00 1.42 0.50 69.600 1.00
7 9.00 1.53 0.50 69.600 1.00
8 12.00 1.60 0.50 69.600 1.00
Estructura a Succion
5 12 1.60 0.70 69.600 1.00
Carga de Sismo
CARGAS GRAVITACIONALES Peso (kg)
Peso total del nivel 1 1,170,165
Peso total del nivel 5 95,500
Peso Total Global 4,750,470
Tomado del CHOC 2008 de Ct para muros de
cortante
CARGA TOTAL W 4,750,470WD + 50%WL
Z 0.2 RW
Factor de Importacia según tabla 3.4-3 I 1.25 S
T  C t ( hn ) 3 /T 4 0.4211278
C 2.67 2.67
1.25  S 𝐹_𝑡=0.07⋅𝑇⋅𝑉
C   2.75
T 2/3 0.2967
0.296666667
V 
Z  I C
W V 352,327
RW
 C
Cálculo de Fuerzas Sísmicas
R W
en los pisos
Nivel W Ah H suelo WH WH/åWH
kg Mts Mts
5 1154133 15.00 17,311,988.03 0.333
3.00
4 1154133 12.00 13,849,590.42 0.266
3.00
3 1154133 9.00 10,387,192.82 0.200
3.00
2 1154133 6.00 6,924,795.21 0.133
3.00
1 1170165 3.00 3,510,496.05 0.068
Total 4,632,562.95 51,984,062.52

carga
Kg/m2
13.71
90.46
104.17
0.01
0.4
0.044
1 m2/(0.41mx0.41m)= 5.95 und
0.40mx0.40mx5.95und/m2x2400kg/m3*und
0.025
speciales 1.1.4-2
interco. (m) P (kg/m)
4.60 356.018
4.60 363.702
4.60 391.876
4.60 410.829
4.60 222.511
4.60 227.314
4.60 244.922
4.60 256.768
4.60 359.476
CARGAS GRAVITACIONALES 1er nivel

Columnas 64,800
Losa de Entrepiso 417,930
Cubo de escalera 0
Paredes externas 76,072
Paredes divisorias 22,760
Vigas internas 48,336
Vigas exterior 46,224
cargas muertas
cargas vivas 50% 398544.00
Total de cargas por nivel
9 Ct 0.0215
1.2 h 52.8
𝐹_𝑥=((𝑉−𝐹_𝑡)𝑤_𝑥
𝐹_𝑡=0.07⋅𝑇⋅𝑉 ℎ_ℎ)/(∑24_(𝑖=1)^𝑛▒
〖𝑤〖 (_𝑖^)ℎ 〗_𝑖 〗)
Fi
117,334 1,150.69
-
93,867 920.55
-
70,400 690.41
-
46,933 460.28
-
23,793 233.33
352,327
2do nivel 3er nivel 4to nivel 5to nivel
64,800 64,800 64,800
417,930 417,930 417,930 523,561
0 0 0
76,072 76,072 76,072
22,760 22,760 22,760
48,336 48,336 48,336 48,336
46,224 46,224 46,224 46,224
95499.80 79466.99 79466.99 79466.99 95499.80
398544.00 398544.00 398544.00 478952.00
1,170,165 1,154,133 1,154,133 1,176,540 95,500
Segun apartado 9.5 ACI 318-02
Sistema de losas macizas en una direccion con vigas primarias y
Predimencionamiento= secundarias continuas.
se define sistema de entrepiso en una sola direccion conciderando dimenciones
Segun tabla 9.5 (a) SAPY EXCO AMCO
Losas Largo Ancho L/20 L/24 L/28
losa entre ejes A-B 9.00 4.60 0.230 0.192 0.164
losa entre ejes B-C 9.20 4.60 0.230 0.192 0.164
losa entre ejes C-D 9.00 4.60 0.230 0.192 0.164
Losa en una direccion
Predimenciones elementos de contorno
L=
9.2
S= 4.6
Vigas Segun tabla 9.5 (a) L/16 L/18.5 L/21

Vigas Primarias 9.00 4.60 0.563 0.486 0.429
Vigas perimetrales 9.20 4.60 0.575 0.497 0.438
Vigas Secundarias 9.00 4.60 0.563 0.486 0.429
Concideraciones arquitectonicas las bases de las vigas no debe ser mayor 0.35 m
CARGAS GRAVITACIONALES 1er nivel 2do nivel 3er nivel 4to nivel 5to nivel
Columnas 64,800 64,800 64,800 64,800
Losa de Entrepiso 417,930 417,930 417,930 417,930 523,561
Cubo de escalera 0 0 0 0
Paredes externas 76,072 76,072 76,072 76,072
Paredes divisorias 22,760 22,760 22,760 22,760
Vigas internas 48,336 48,336 48,336 48,336 48,336
Vigas exterior 46,224 46,224 46,224 46,224 46,224
cargas muertas 75% 95499.80 79466.99 79466.99 79466.99 95499.80
cargas vivas 50% 398544.00 398544.00 398544.00 398544.00 478952.00
Total de cargas por nivel 1,170,165 1,154,133 1,154,133 1,154,133 1,192,573
VOL
L/10 usaremos hmin
0.460 0.164
0.460 0.164
0.460 0.164
h b
Columnas 0.5 0.5
Vigas 0.6 0.25
Codigo ACI 7.6.5, Nilson Pag 369 DC
L/8 remos hmin h b

1.125 0.6 0.25
1.150 0.6 0.25
1.125 0.5 0.20
fy = 413.6856 MPa 60000 Psi Resistencia a la fluencia especificada.
L-hcol/S- Relación de luces libres, larga a corta ,
ß= 2 ß=
hviga de una losa en dos direcciones.
Relación de la longitud de lod bordes continuos al
ßs = 0.2
perimetro de untablero de losa
Valor promedio de α para todas las vigas en los
αm = 1.97
bordes de un tablero.
Longitud del claro libre en la dirección larga,
ln = 8.7 medida cara a cara de las vigas que soportan la
losa.
L= Predimenciones elementos de contorno

9.2 h b
Columnas 0.5 0.5
S= 4.6 Vigas 0.6 0.25
Espesor minimo de losa alivianada según codigo alternativo

ACI 318-02 sección 6.5.4
ln
h  h= 0.24 m
30  3  
Altura minima de losas o elementos en dos direcciones con relación L/S < 2
ACI 318-02 sección 9.5.3.1
no cumple como elemento en dos
L/S = 2.00
direcciones
 fy 
ln  800  
 1.5 
h
  1 
36000  5000    m  0.51  s 
1   

  
h= 0.19 m losa macisa
Pero no menor que:

 fy 
ln 800  
 1.5 
h
36000  5000    1   s 
Y no necesita ser mayor que:  fy 

ln  800  
 1.5 
h 
36000
usaremos un espesor de Losa de hmin= 0.22 m 8.66 in
recubrimiento=0.0254 m 1.00 in
Diseño de Losas en Una Direccion:

Datos generales
f'c= 3000 Psi 210.921 kg/cm2 210
Fy= 60000 Psi 4218.42 kg/cm2 4200
ρ= 0.004
Combinacion de cargas 1.4*CM+1.7 CV= Wu Segun Codigo ACI

CM CV
Wu= 1.4 126.28 1.7 950 1791.80 Kg/m2
Ancho de losa S= 4.6 m
Carga uniforme ultima
Wu= 8242.26 Kg/m
Momento Ultimo maximo
Mu= Wu*L²/8 87203.097 Kg-m 824225.87 kg-cm
Cortante 37914.39
Vu= Wu*L/2 37914.39 kg kg
Momento ultimo
Mu = Ø*f'c*b*d²*w(1-0.59w)
Ø= 0.9 b= 100 cm
Cuantia mecanica asumiendo una franja de 1 m
w= ρ*fy/f'c= se0.080
da el valor de la base de 1.0m
Resolviendo para el peralte efectivo
d=√(Mu/(Ø*f'c*b*w(1-0.59w))
d= 23.919183 cm
si r= 2.54 cm
Entonces el peralte real de la losa seria
hlosa= d+r+Ø/2= 26.91 cm
usaremos un h= 26 cm
d= 23.46 nuestro peralte efectivo
Verificacion de las Cuantias:
ρ min= 0.0018 x60000/fy= 0.0018 Cuantia minima
Area de Acero
d= 23.46 cm a= 0.85
As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2))
Entonces :
As= 9.465994 cm²
Calculando en nuevo "a"= As*fy/0.85*f'c*b=
a= 2.2272927
Calculo de acero final=As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2))
As= 9.757707 cm²
Cuantia de Diseño= ρ= As/b*d

Verificacion de las Cuantias: ρ= 0.0041593 > ρmin cumple
<
ρmax= 0.135 cumple
Distribucion de Acero
Espesor de losa t= hLosa t= 25 cm
Av= area de varilla propuesta dVa= 5/8" 1.5875 cm
Av= 0.31 plg2 1.9995 cm2
Numero varillas a usar= As/Av= 4.88 usar
aproximado= 5 varillas de 5/8"
Separacion de acero S= b/n 20 cm
separacion= 20 cm
usar #5 @0.20
Refuerzo de distribucion
Ast=0.0018*b*t= 4.5 usar
Avt= area de varilla propuesta dVa= 3/8" 0.9525 cm
Av= 0.11 plg2 0.7095 cm2
Separacion de acero S= b/n 14.285714 cm
separacion= 14 cm
usar #3 @0.14
Distribucion del Acero usar #3 @0.14
25 cm
usar #5 @0.20
Wu= 8242.26 Kg-m
Wu*L/2
37914.39
kg
Wu*L²/8 824225.87 kg-cm

EJERCICIO DE APLICACION No4
DATOS:
Viga ext hv 28.0 plg 0.71 m 1 Lb/pie2= 4.882 Kg/m2
Viga ext bv 12.0 plg 0.30 m 1 Lb= 0.454 Kg
Viga int hv 28.0 plg 0.71 m
Viga int bv 12.0 plg 0.30 m
Luz ext. Ln= 15.1 pie 4.60 m
Luz Int. Ln= 15.1 pie 4.60 m
Entrepiso 102.417 Psf 500.04383 kg/m2
Cielo Suspendido 10.2417 Psf 50.004383 kg/m2
Ductos Mec 25.604 Psf 125.00974 kg/m2
Piso 2d Ceramica 5.12 Psf 24.998042 kg/m2
Diviciones 51.208 Psf 250.01948 kg/m2
γconc= 150 Lb/pie3 2402.775 kg/m3

Paredes de Ladrillo 40 Psf 195.2972 kg/m2
f'c= 4000 Psi 281.228 kg/cm2 280
Fy= 60000 Psi 4218.42 kg/cm2 4200
15.1 pie 15.1 pie
Viga ext 4.60 4.60
hv= 0.71
4.30 4.30 0.71
Luz ext. Ln= Luz Int. Ln=
0.30 0.30 0.30
Viga int
*las vigas interiores y de borde son de la misma dimencion 26"x18"
Predimencionamiento:
Espesores Minimos "h" para losas en una direccion no preforzadas de Tabla 12.1 ACI 9.5.2 (Nilson, 2001)
a) h= L/20= 0.230 m Simplemente Apoyada
b) h=L/24= 0.192 m En un Extremo Continuo
c) h=L/28= 0.164 m Los dos Extremos Continuos
d) h=L/10= 0.460 m En Voladizo

recubrimiento= 0.0254 m 1.00 in
usar h= 0.1897 m 7.47 in
Datos generales
f'c= 4000 Psi 281.228 kg/cm2 280
Fy= 60000 Psi 4218.42 kg/cm2 4200
As= 1.290 #V= 8
ρ= 0.004 Asumimos en una flanja de 1 m con #4@0.125
ρmin= 0.0018 ACI 7.12.2
Estimando Cargas
Peso de la Losa γconc*h= 455.77209 kg/m
cielo+duct+p2dm+dm= 450.03164 kg/m
paredes de Ladrillo 195.2972 kg/m
21.491501 kg/m
total de M carga= 1122.5924 kg/m

CM CV
Wu= 1.4 1122.59 1.7 500.04383 2421.70 Kg/m
Ln 4.30 m
Wu= 2421.70 Kg/m
Este caso esta conferme al uso del metodo de los coeficientes codigo ACI 318, seccion 8.3.3
1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²)

14 10 11 11 11
Kg-m 3191.2424 4467.7393 4061.5812 4061.5812 4061.5812
4.60 4.60
L/3 L/3 L/3 L/3 L/3

1.53 1.53 1.53 1.53 1.53
hv= 0.71
1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²)
14 16
3191.2424 2792.3371
kg-m kg-m
Momento Ultimo Positivo Momento Ultimo Negativo

Mu= Wu*L²/14 3191.2424 Kg-m Mu= Wu*L²/10 4467.7393 Kg-m
Cortante en la losa Cortante en la losa
Vu= Wu*L/2 5569.919 kg Vu= Wu*L/2 5569.919 kg
Momento ultimo Momento ultimo
Mu = Ø*f'c*b*d²*w(1-0.59w) Mu = Ø*f'c*b*d²*w(1-0.59w)
Ø= 0.9 Ø= 0.9
b= 100 cm b= 100 cm
Cuantia mecanica Cuantia mecanica
w= ρ*fy/f'c= 0.060 w= ρ*fy/f'c= 0.060
Resolviendo para el peralte efectivo Resolviendo para el peralte efectivo
d=√(Mu/(Ø*f'c*b*w(1-0.59w)) d=√(Mu/(Ø*f'c*b*w(1-0.59w))
d= 1.479211829 cm d'= 1.75 cm
si r= 2.54 cm si r= 2.54 cm
Entonces el peralte real de la losa seria Entonces el peralte real de la losa seria
hlosa= d+r+Ø/2= 4.47 cm hlosa= d+r+Ø/2= 4.74 cm
d= 15.46 cm d'= 13.260 cm
usar h= 18.000 cm usar h= 18.000 cm
nuestro peralte efectivo
Area de Acero para el Momento Positivo Area de Acero Para Momento Negativo
d= 15.46 cm a= 0.85 d'= 13.260 cm
As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2)) As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2))
Entonces : Entonces :
As= 5.615 cm² As= 9.209 cm²
Calculando en nuevo "a"= Calculando en nuevo "a"=

As*fy/0.85*f'c*b= As*fy/0.85*f'c*b=
a= 0.990916117 a= 1.6251003
Calculo de acero final= Calculo de acero final=
As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2)) As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2))
As= 5.642 cm² As= 9.496 cm²
Cuantia de Diseño= ρ= As/b*d Cuantia de Diseño= ρ= As/b*d
Verificacion de las Cuantias: Verificacion de las Cuantias:
ρ= 0.003649178 > ρmin TRUE ρ= 0.0071612 > ρmin
< <
ρmax= 0.135 TRUE ρmax= 0.135
Distribucion de Acero Distribucion de Acero
Espesor de losa t= hLosa Espesor de losa t= hLosa
t= 18 cm t= 18.000 cm
Av= area de varilla propuesta Av= area de varilla propuesta
dVa= 0.625 5/8" dVa= 0.625 5/8"
1.5875 cm 1.5875 cm
Av= 0.31 plg2 Av= 0.31 plg2
1.9995 cm2 1.9995 cm2
Numero varillas a usar= umero varillas a usar=
As/Av= 2.82 usar As/Av= 4.75 usar
Aprox.= 3 varillas de 5/8" Aprox.= 5 varillas de 5/8"
Separacion de acero Separacion de acero
S= b/n 33.33 cm S= b/n 20.00 cm
Separ.= 30 cm Separ.= 20 cm
usar #5 @0.30 usar #5 @0.20
Refuerzo de distribucion de acero por temperatura
Ast=0.0018*b*t= 3.24 usar
dVa= 3/8" 0.9525 cm
a propuesta
Av= 0.11 plg2 0.7095 cm2
Numero varillas a usar=
As/Av= 4.57 usar
aprox.= 5 varillas de 3/8"
Separacion de acero
S= b/n 20 cm
Separ.= 20 cm
usar #3 @0.20
Mn 3191.2424 4467.7393 4061.5812 4061.5812 4061.5812

As 5.642 7.898 7.180 7.180 7.180
#V= 2.82 3.95 3.59 3.59 3.59
3 44 44
33.33 25.00 25.00 25.00 25.00
4.60 4.60
L/3 L/3 L/3 L/3 L/3
1.53 1.53 1.53 1.53 1.53
hv= 0.99
Mn 3191.2424 2792.3371
kg-m kg-m
As= 5.642 cm2 4.936 cm2
2.82 2.47
3 3 usar V#
33.33 33.33 usar @
Resultados del analisis de losas en Staad Pro, diagrama de esfuerzos Max Adsolutos
FY: 413.682 MPA FC: 27.579 MPA COVER (TOP): 19.050 MM
COVER (BOTTOM): 19.050 MM TH: 250.000 MM espesor de Los 16.26 cm
393 TOP : Longitudinal direction - Only minimum steel required. Acero minimo
393 BOTT: Longitudinal direction - Only minimum steel required. en referencia al calculo nuestro
393 TOP : Transverse direction - Only minimum steel required. de losa resultante es de 18 cm
393 BOTT: Transverse direction - Only minimum steel required.
393 TOP : 0.225 16.56 / 5 0.225 5.41 / 5
BOTT: 0.225 0.00 / 3 0.225 0.00 / 5
11.811024 Cargas vivas
15.088 Areas de asientos moviles 500 102.41704
kg/m2
Armazones de ceilo falso 50 10.241704
kg/m2
Sistema cotra insendios 125 25.604261
kg/m2
Divisiones de paredes 25 5.1208521
kg/m2
Oficinas 250 kg/m2 51.208521
950 kg/m2
h= 0.164
CI 9.5.2 (Nilson, 2001)

0.4454367
1(Wu*Ln²)
kg-m
h= 0.190
m
Para Momento Negativo
a= 0.85
TRUE
TRUE
varillas de 5/8"
kg-m
cm2
usar V#
usar @
h= 18.000
m
usar V#
usar @
os Max Adsolutos
espesor de Los 16.26 cm

Acero minimo
en referencia al calculo nuestro el espesor
de losa resultante es de 18 cm
DISEÑO DE COLUMNAS
Dimensiones Inercia
COLUMNA A DISEÑAR 341718.75 cm4
B 45 cm
H 45 cm
Longitud Eje-Eje 300 cm
COLUMNA SUPERIOR 341718.75 cm4
B 45 cm
H 45 cm
Longitud Eje-Eje 300
COLUMNA INFERIOR 341718.75 cm4
B 45 cm
H 45 cm
VIGA SUPERIOR IZQ 341718.75 cm4
B 45 cm
H 45 cm
VIGA SUPERIOR DERECHA 857500 cm4
B 30 cm
H 70 cm
VIGA INFERIOR IZQ 0 cm4
B 0 cm
H 0 cm
Longitud Eje-Eje 0
VIGA INFERIOR DERECHA 0 cm4
B 0 cm
H 0 cm
Combinacion de carga
U1 -12442.869 kg
U2 -10217.069 kg
U3 0 kg
U4 0 kg
U5 0 kg
Utotal -22659.938 kg
Desplazamiento relativo
Δ1 0.0242 cm
Δ2 0.0741 cm
Δ -0.0499 cm
Cortante del piso
Vu -12442.87 kg
Coeficiente de Estabilidad
Q -0.00030291 CDL CON DESPLAZAMIENTO LATERAL
SDL SDL SIN DESPLAZAMIENTO LATERAL
MARCO SIN DESPLAZAMIENTOS
Klu/r<34-12(M1/M2)
M1D 25133.03884 kg-m Analizando los valores de momento siguiendo
M2D 8187.33188 kg-m los resultados dados por staad pro
M1E 39181.72128 kg-m
M2E 4625.44992 kg-m
M1 3956.5136 kg-m
M2 8186.31216 kg-m
Momentos de inercia
Viga 0,35Ig
Columna 0,7Ig
Ψa 2.030579188 Nudo Superior

Ψb 0 Nudo Inferior
K 0.68
lu 265
r 13.5
Curvatura Simple 2
Curvatura Doble
Klu/r 13.34814815
34-12(M1/M2) 39.79970105 donde M1/M2 no deberá tomarse menor
que -0.5. El término M1/ M2 es positivo si
Se desprecia la esbeltez la columna esta
arqueada en curvatura simple
DISEÑO DE COLUMNA CORTA

Haciendo uso de los diagramas de interaccion
DATOS:
PD 2540.0 Kg 1 Lb/pie2= 4.882 Kg/m2
PL 500.0 Kg 1 Lb= 0.454 Kg
MD 10000.0 Kg-m 1kLb= 454.545 Kg
ML 1000.0 Kg-m 101.97 1 pie= 0.3049 m
f'c= 3000 Lb/plg2 280 1kN-m= 101.972 Kg-m
Fy= 60000 Lb/plg2 4200 1 Kg-m= 7.233 lb-pie
rmin= 5 cm 1 Plg2= 645.16 mm2
Pu=PD*1.4+PL*1.7= 4406.00 9.69 klb
Pu=Kg
Y-Y
Mu=MD*1.4+ML*1.7 113.5581 Єu
15700.0 Mu=Klb-pie
Mu=Kg-m d' Є's A'sf's
c a
X-X
d h
Asfs
r
Єs
b
Dimenciones:
b= 17.72 plg 45 cm
h= 17.72 plg 45 cm
r= 1.97 plg 5 cm
d= 15.75 plg 35 cm
d'= 1.97 plg 5 cm
ρg = 0.018
Parametro γ= h-2r/h= 0.78
Exectrinciadad e= Mu/Pu= 11.715 pie

Relacion e/h= 0.6613
Ø= 0.85
Si ØPn/Ag= Pu/Ag de las graficas A.11
Pu/Ag= 0.030882327 Klb/Plg2 ØPn/Ag= 0.026249978 Klb/Plg2
Mu/Ag*h= 6.409723867 Klb/Plg2 ØMn/Ag*h= 5.448265287 Klb/Plg2
Determinaremos una nueva base usando la realcion ØPn/Ag=Pu/Ag
Ancho tentativo b=(Pu/Ag*h)= 0.0017431 plg
b= 17.7 plg usar
h= 17.7 plg usar
Area de acero requerida usaremos el ρmin=0.0182= en staad nos da Ast=2657 mm2= 4.11plg2
Ast=ρ*h*b= 5.650 plg2 3645 mm2
Se propone varilla No= 6 und 4.118358237 plg2
Av= 0.44 Plg2
#V= Ast/Av= 12.84 und
Usar = 12 Varillas # 6
Usaremos 10 varillas numero 7 distribudas en dos filas de 5 und
Nuevo Ast= 5.28 Plg2
Nuevo ρ=Ast/h*b= 0.0168219496
ρmin= 200/fy ρmin= 3√f'c/fy

ρmin= 0.003333333 0.002738613
ρ>ρmin= TRUE TRUE
ρb= 0.85β1*(f'c/fy)(87000/87000+fy)
β1= 0.85 ρb= 0.025153061
ρmax= 0.75*ρb 0.0188647959
ρ<ρmax= TRUE
fy= 60000 Psi
Comprobando: ØPn>Pu y ØMn>Mu Es= 29869020.95 Psi
Pn= 0.85*f'c*ab+A'sf's-Asfs c=(0.003/0.003+Єy)*d
entonces fs= Es*Єu(d-c)/c= Es*Єs Єy= fy/Es= 0.00200877023
Єs=Єu(d-c)/c= 0.0200877023 d= 15.7 plg
As= 2.64 Plg2 c= 9.43 plg
fs= 60000 Psi β1= 0.85
TRUE a=β1*c= 8.02 plg
entonces f's= Es*Є's d'= 2.25 plg
Є's=0.003*(c-d')/c= 0.002284372 Ø= 0.7
A's= 2.64 Plg2
f's= 68231.95 Psi
Pn= 383937.25971 Lb
ØPn= 268.76 Klb
Pu= 9.69 Klb
ØPn>Pu TRUE
comprobando:
Mn= Pn*e= 0.85f'c*ab(h/2-a/2)+A'sf's(h/2-d')+Asfs(d-h/2)
Pn*e= 4497.910 klb-pie Mu= 113.6 klb-pie

ØMn= 3148.537 klb-pie f'c= 4200 psi
ØMn>Mu TRUE b= 17.7 plg
h= 17.7 plg
Mn= 4740845.1085
ØMn= 276.549298 klb-pie
ØMn>Mu TRUE
Separacion S= (h-2r-NDv)/(N-1)
12#7 Dv=
Varillas 12#7 Varillas 12#7 4 N und de varilladebe cumplir que
diametro Varilla Dv h= 17.7 S< 48*Dv
S=
0.875 Plg
diametros NDv 3.43 d= 15.7 Estrivos
3.5 Plg Plg Segun ACI-318
plg r= 1.968503937 plg
b=
17.7 Plg
las dimenciones de nuestra columna segun el diseño de Staad Cumple, la distribucion de acero adoptada por el programa
debemos limitarla al momento de insertar los parametros para que use en columnas diametros mayores ya de que en
la imagen vemos un tamaño 12 (Bar Size) ese indica un equivalente a 12mm = 0.47 plg por lo que indica usar 25#12 mm = 25#
25#4 equivale a As= 5 plg2
nuestro calculo As = 5.28 plg2 = 12#7
FY - 413.7 FC - 27.6 MPA, SQRE SIZE - 500.0 X 500.0 MMS, TIED
ONLY MINIMUM STEEL IS REQUIRED.
AREA OF STEEL REQUIRED = 2500.0 SQ. MM
BAR CONFIGURATION REINF PCT. LOAD LOCATION PHI

----------------------------------------------------------
8 - 20 MM 1.005 1 END 0.650

(PROVIDE EQUAL NUMBER OF BARS ON EACH FACE)
TIE BAR NUMBER 12 SPACING 320.00 MM
Relacion e/h= 0.66
Dv=3/8"
0.375
e cumplir que
18 plg
TRUE
#3@3.78 plg
ada por el programa

ores ya de que en
ica usar 25#12 mm = 25#4
DISEÑO DE COLUMNAS
Dimensiones Inercia
COLUMNA A DISEÑAR 520833.3333 cm4
B 50 cm
H 50 cm
COLUMNA SUPERIOR 520833.3333 cm4
B 50 cm
H 50 cm
Longitud Eje-Eje 300
COLUMNA INFERIOR 520833.3333 cm4
B 50 cm
H 50 cm
VIGA SUPERIOR IZQ 857500 cm4
B 30 cm
H 70 cm
VIGA SUPERIOR DERECHA 857500 cm4
B 30 cm
H 70 cm
VIGA INFERIOR IZQ 0 cm4
B 0 cm
H 0 cm
Longitud Eje-Eje 0
VIGA INFERIOR DERECHA 0 cm4
B 0 cm
H 0 cm
Combinacion de carga
U1 12962.49 kg
U2 12189.09 kg
U3 0 kg
U4 0 kg
U5 0 kg
Utotal 25151.58 kg
Desplazamiento relativo
Δ1 0.0378 cm nodo 67
Δ2 0.0718 cm nodo 62
Δ -0.034 cm
Cortante del piso
Vu 1377.46 kg
Coeficiente de Estabilidad
Q -0.0020694 CDL CON DESPLAZAMIENTO LATERAL
SDL SDL SIN DESPLAZAMIENTO LATERAL
MARCO SIN DESPLAZAMIENTOS
Klu/r<34-12(M1/M2)
M1D 1129237.928 kg-m Analizando los valores de momento siguiendo
M2D 17801.25204 kg-m los resultados dados por staad pro
M1E 19383.85748 kg-m
M2E 5872.56748 kg-m
M1 5506.182084 kg-m
M2 17913.42124 kg-m
Momentos de inercia
Viga 0,35Ig
Columna 0,7Ig
Ψa 2.465271823 Nudo Superior

Ψb 0 Nudo Inferior
K 0.68
lu 265
r 15
Curvatura Simple 2
Curvatura Doble
Klu/r 12.01333333
34-12(M1/M2) 37.68852963 donde M1/M2 no deberá tomarse menor
que -0.5. El término M1/ M2 es positivo si
Se desprecia la esbeltez la columna esta
arqueada en curvatura simple
DISEÑO DE COLUMNA CORTA

Haciendo uso de los diagramas de interaccion
DATOS:
PD 3543.8 Kg 1 Lb/pie2= 4.882 Kg/m2
PL 4251.6 Kg 1 Lb= 0.454 Kg
MD 5384.1 Kg-m 1kLb= 454.545 Kg
ML 6216.2 Kg-m 101.97 1 pie= 0.3049 m
f'c= 3000 Lb/plg2 280 1kN-m= 101.972 Kg-m
Fy= 60000 Lb/plg2 4200 1 Kg-m= 7.233 lb-pie
rmin= 7.62 cm 1 Plg2= 645.16 mm2
Pu=PD*1.4+PL*1.7= 12189.09 26.82 klb
Pu=Kg 1.905
Y-Y 2.838704
Mu=MD*1.4+ML*1.7 130.95587029 Єu
18105.3 Mu=Klb-pie
Mu=Kg-m d' Є's A'sf's
c a
X-X
d h
Asfs
r
Єs
b
Dimenciones:
b= 19.69 plg 50 cm
h= 19.69 plg 50 cm
r= 3.00 plg 7.62 cm
d= 16.69 plg 34.76 cm
d'= 3.00 plg 7.62 cm
ρg = 0.02
Parametro γ= h-2r/h= 0.70
Exectrinciadad e= Mu/Pu= 4.883 pie

Relacion e/h= 0.2481
Ø= 0.85
Si ØPn/Ag= Pu/Ag de las graficas A.11
Pu/Ag= 0.069202506 Klb/Plg2 ØPn/Ag= 0.05882213 Klb/Plg2
Mu/Ag*h= 6.652558211 Klb/Plg2 ØMn/Ag*h= 5.654674479 Klb/Plg2
Determinaremos una nueva base usando la realcion ØPn/Ag=Pu/Ag
Ancho tentativo b=(Pu/Ag*h)= 0.00 plg
b= 19.7 plg usar
h= 19.7 plg usar
Area de acero requerida usaremos el ρmin=0.0182= en staad nos da Ast=4433 mm2= 6.87plg2
Ast=ρ*h*b= 7.750 plg2 5000 mm2
Se propone varilla No= 7 und 6.87 plg2
Av= 0.60 Plg2
#V= Ast/Av= 12.92 und
Usar = 12 Varillas # 7
Usaremos 10 varillas numero 7 distribudas en dos filas de 5 und
Nuevo Ast= 7.20 Plg2
Nuevo ρ=Ast/h*b= 0.018580608
ρmin= 200/fy ρmin= 3√f'c/fy

ρmin= 0.003333333 0.002738613
ρ>ρmin= TRUE TRUE
ρb= 0.85β1*(f'c/fy)(87000/87000+fy)
β1= 0.85 ρb= 0.025153061
ρmax= 0.75*ρb = 0.0188647959
ρ<ρmax= TRUE
fy= 60000 Psi
Comprobando: ØPn>Pu y ØMn>Mu Es= 29869020.95 Psi
Pn= 0.85*f'c*ab+A'sf's-Asfs c=(0.003/0.003+Єy)*d
entonces fs= Es*Єu(d-c)/c= Es*Єs Єy= fy/Es= 0.00200877023
Єs=Єu(d-c)/c= 0.0200877023 d= 16.7 plg
As= 3.6 Plg2 c= 9.99 plg
fs= 60000 Psi β1= 0.85
TRUE a=β1*c= 8.49 plg
entonces f's= Es*Є's d'= 2.25 plg
Є's=0.003*(c-d')/c= 0.0023245606 Ø= 0.7
A's= 3.6 Plg2
f's= 69432.35 Psi
Pn= 460352.11657 Lb
ØPn= 322.25 Klb
Pu= 26.82 Klb
ØPn>Pu TRUE
comprobando:
Mn= Pn*e= 0.85f'c*ab(h/2-a/2)+A'sf's(h/2-d')+Asfs(d-h/2)
Pn*e= 2248.126 klb-pie Mu= 131.0 klb-pie

ØMn= 1573.688 klb-pie f'c= 3000 psi
ØMn>Mu TRUE b= 19.7 plg
h= 19.7 plg
Mn= 5761588.5927
ØMn= 336.09266791 klb-pie
ØMn>Mu TRUE
Separacion S= (h-2r-NDv)/(N-1)
12#7 Dv=
Varillas 12#7 Varillas 12#7 4 N und de varilladebe cumplir que
diametro Varilla Dv h= 19.7 S< 48*Dv
S=
0.875 Plg
diametros NDv 3.40 d= 16.7 Estrivos
3.5 Plg Plg Segun ACI-318
plg r= 3 plg
b=
19.7 Plg
Las dimenciones de nuestra columna segun el diseño de Staad Cumple, la distribucion de acero adoptada por el programa
debemos limitarla al momento de insertar los parametros para que use en columnas diametros mayores ya de que en
la imagen vemos un tamaño 12 (Bar Size) ese indica un equivalente a 16mm = 0.63 plg por lo que indica usar 24#16 mm = 24#
24#5 equivale a As= 7.44 plg2
nuestro calculo As = 7.20 plg2 = 12#7
FY - 413.7 FC - 27.6 MPA, SQRE SIZE - 500.0 X 500.0 MMS, TIED
ONLY MINIMUM STEEL IS REQUIRED.
AREA OF STEEL REQUIRED = 2500.0 SQ. MM
BAR CONFIGURATION REINF PCT. LOAD LOCATION PHI

----------------------------------------------------------
8 - 20 MM 1.005 1 END 0.650

(PROVIDE EQUAL NUMBER OF BARS ON EACH FACE)
TIE BAR NUMBER 12 SPACING 320.00 MM
Relacion e/h= 0.25
Dv=3/8"
0.375
e cumplir que
18 plg
TRUE
#3@3.78 plg
tada por el programa

ores ya de que en
ica usar 24#16 mm = 24#5
DISEÑO POR FLEXION
VIGA BORDE 9.20 m

M(-) -695245.096 kg-cm
M(+) 272163.268 kg-cm
ɸ 0.9 Art.2,9,3,2,1
F'c 280 kg/cm2
Fy 4200 kg/cm2
B 70 cm
H 30 cm
Req 4 cm
DIA Refuerzo Transversal 0.95 cm #3
AREA Refuerzo Transversal 0.71 cm2 #3
Refu. Longitudinal S 1.59 cm #5
Refu. Longitudinal S 1.99 cm2 #5
Refu. Longitudinal I 1.59 cm #5
Refu. Longitudinal I 1.99 cm2 #5
β1 0.85 Art.2,10,2,7,3
ds 24.255 cm
di 24.255 cm Armado de viga 0.70x0.30
C=T
0,85*F'c*B*a=Asfy
Momento Negativo
As=(0,85*F'c*B*a)/fy
Sustituir As en la ecuacion de momento ultimo, se igualara

al momento generado por las cargas.
a^2 -7497
a 363679.47
695245.096
a1 -1.841771174 cm Momento Positivo, Negativo y Maximo en Sentido

a2 50.35177117 cm
a -1.841771174 cm
As -7.305692324 cm2
#Barra 5
NºVarillas 4
NºEspacio 1
Asreal 7.96 cm2
Separacion 53.74 cm
Se corrige el valor de a con el As corregido

a 2.006722689 cm
Mu 699613.9052 kg-cm
CUMPLE
Revision de Cuantias
ρreal 0.004688282
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.004688282
CUMPLE Momento Positivo, Negativo y Maximo en Sentido
ρreal 0.00468828223930265
Art. 2,21,3,2,1 0.025
CUMPLE
Momento a lo largo de la longitud
#barra 5
Nºvarillas 4
As 7.96 cm2
a 2.006722689 cm
Mu 699613.9052 kg-cm
ρreal 0.004688282
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.004688282
CUMPLE
ρreal 0.004688282
Art. 2,21,3,2,1 0.025 CUMPLE
Cortante en Viga
Momento Positivo
C=T
0,85*F'c*B*a=Asfy
Sustituir As en la ecuacion de momento ultimo, se
igualara al momento generado por las cargas.
a^2 -7497
a 363679.47
-272163.268
a1 0.760275739 cm La variacion del armado de acero segun staad es con

a2 47.74972426 cm esta calculo inicial mente con la cantidad de acero p
a 0.760275739 cm no cumple, debimos revisar el calculo hasta enconta
As 3.015760433 cm2
NºVarillas 3 B E A M N O. 160 D E S
NºEspacio 2
Asreal 5.97 cm2
Separacion 27.665 cm AT START SUPPORT - Vu= 17.09 KN
Se corrige el valor de a con el As corregido Tu= 1.11 KN-MET Tc= 7.2 KN-M
a 1.505042017 cm
Mu 530371.0424 kg-cm AT END SUPPORT - Vu= 21.14 KN
CUMPLE Tu= 1.11 KN-MET Tc= 7.2 KN-M
ρreal 0.003516212
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1 ___ 86J____________________ 9000X 300
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3 ||======================================
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3 | 2No16 H 641. 0.TO 9000
ρreal 0.003516212
CUMPLE
ρreal 0.00351621167947699 | 2No12 H 57. 0.TO 7000
Art. 2,21,3,2,1 0.025 ||==================================
CUMPLE |_______________________________________
Art.2,21,3,2,2 _____ _____ _____ _____ _____
1/2Mr(-) 349806.952588235 | || || || || |
Mr(+) 530371.0424 CUMPLE | oo | | oo | | oo | | oo | | oo |
1/4Mrmax 174903.476294118 | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16
Mr(-) 699613.9052 CUMPLE | || || || || |
Mr(+) 530371.0424 CUMPLE | || || || || |
Art. 2,21,8,4,1 | 2#12| | 2#12| | 2#12| | 2#12| | 2#1
1/3Mr(-) 233204.6351 | oo | | oo | | oo | | oo | | oo
Mr(+) 530371.0424 CUMPLE |_____| |_____| |_____| |_____| |_____
1/5Mrmax 139922.781035294
Mr(-) 699613.9052 CUMPLE
Mr(+) 530371.0424 CUMPLE
Resumen de revision
Momento Negativo
Mu(Kg-cm) 699613.9052 CUMPLE
ρreal>ρmin CUMPLE
ρreal<ρmax CUMPLE
Separacion CUMPLE
Art. 2,21,3,2,1 CUMPLE

ρreal>ρmin CUMPLE
ρreal<ρmax CUMPLE
Momento Positivo
Mu(kg-cm) 530371.0424 CUMPLE
ρreal>ρmin CUMPLE
ρreal<ρmax CUMPLE
Separacion CUMPLE
vo, Negativo y Maximo en Sentido Y
vo, Negativo y Maximo en Sentido Z
armado de acero segun staad es conciderable
al mente con la cantidad de acero presentado en staad
mos revisar el calculo hasta encontar esta cuantilla de acero
B E A M N O. 160 D E S I G N R E S U L T S - SHEAR
AT START SUPPORT - Vu= 17.09 KNS Vc= 168.41 KNS Vs= 0.00 KNS
Tu= 1.11 KN-MET Tc= 7.2 KN-MET Ts= 0.0 KN-MET LOAD 1
STIRRUPS ARE NOT REQUIRED.
AT END SUPPORT - Vu= 21.14 KNS Vc= 168.41 KNS Vs= 0.00 KNS
Tu= 1.11 KN-MET Tc= 7.2 KN-MET Ts= 0.0 KN-MET LOAD 1
STIRRUPS ARE NOT REQUIRED.
____________________ 9000X 300X 700_____________________ 61J____

| |
=================================================================||
| 2No16 H 641. 0.TO 9000 |
| |
| |
| 2No12 H 57. 0.TO 7000 2No12 H 57.8625.TO 9000 |
===================================================== ===||
__________________________________________________________________|
____ _____ _____ _____ _____ _____ _____ _____ _____
| || || || || || || || | | |
| oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | oo |
16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16|
| || || || || || || || | | |
| || || || || || || || | | |
#12| | 2#12| | 2#12| | 2#12| | 2#12| | 2#12| | 2#12| | | | 2#12|
| oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | | | oo |
| |_____| |_____| |_____| |_____| |_____| |_____| |_____| |_____|
DISEÑO POR CORTANTE
V 3755.004 kg
ɸ 0.85 Art. 2.9.3.2.3
Vc 15057.5461961393 2.11.3.1.1
Vu<ɸVn 2.11.1.1 (2.11-1)
Vn 4417.65176470588 kg
Vn=Vc+Vs 2.11.1.1 (2.11-2)
Vs -10639.894431433 kg
ɸVc/2>Vu APLICA
ɸVc/2<Vu<ɸVc NO APLICA
Vu>ɸVc NO APLICA
2ɸVc>ɸVs APLICA
4ɸVc>ɸVs>2ɸVc NO APLICA
ɸVs>4ɸVc NO APLICA
SEPARACION 2H 2.21.3.3.2
d/4 6.06375 cm
8db 12.72 cm
24dtransversal 38.16 cm
30 30 cm
USAR 6
Vs 24109.47 kg
Vu 33291.9637667184 kg
CUMPLE POR CORTANTE
V2 #REF! Kg
Vu<ɸVn 2.11.1.1 (2.11-1)
Vn #REF! kg
Vn=Vc+Vs 2.11.1.1 (2.11-2)
Vs #REF! kg
ɸVc/2>Vu #REF!
ɸVc/2<Vu<ɸVc #REF!
Vu>ɸVc #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
SEPARACION 2.21.3.3.2
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
USAR #REF!
Vs #REF!
Vu #REF!
#REF!
V3 #REF! kg cm
Vu<ɸVn 2.11.1.1 (2.11-1)
Vn #REF! kg
Vn=Vc+Vs 2.11.1.1 (2.11-2)
Vs #REF! kg
ɸVc/2>Vu #REF!
Vu>ɸVc #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
USAR #REF!
Vs #REF!
Vu #REF!
#REF!
cm
DISEÑO POR TORSION
F'c 280 kg/cm2
Fy 4200 kg/cm2
ɸ 0.85 Art. 2.9.3.2.3
DIMENSIONES
B 70 cm
H 30 cm
Acp 2100 cm2
Pcp 200 cm
Tu 105503.03 kg-cm
Art.2.11.6.1 83109.8329 kg-cm
Si se considera efectos por torsion
Vu 33291.96377 kg
d 24.255 cm
Ph 164.2 cm
Aoh 1285.1025 cm2
Vc 15057.5462 kg
Resistencia para la torsion

Revision de dimensiones Art. 2.11.6.3.1
20.55625422 < 37.69153419536

CUMPLE CONSERVAR SECCION
ɸTn>Tu 2.11.6.3.1
Tn 124121.2118 kg-cm
2.11.6.3.6
Ao 1092.337125 cm2
Fyv 4200 kg/cm2
COT 45 1
At/s 0.013527266 cm2/cm
Vu=ɸ(VC+VS) 2.11.1
Vs 24109.47
2.11.5.6.1
Av/s 0.236666667 cm2/cm
S 5.384474242 cm
Refuerzo Longitudinal 2.11.6.3.7
AsFlexion 7.96 cm2
Al 2.22117706 2.11.6.7(2.11-22)
DISEÑO POR FLEXION
VIGA BORDE 9.20 m

M(-) -695245.096 kg-cm
M(+) 272163.268 kg-cm
ɸ 0.9 Art.2,9,3,2,1
F'c 280 kg/cm2
Fy 4200 kg/cm2
B 70 cm
H 30 cm
Req 4 cm
DIA Refuerzo Transversal 0.95 cm #3
AREA Refuerzo Transversal 0.71 cm2 #3
β1 0.85 Art.2,10,2,7,3
ds 24.0975 cm
di 24.0975 cm Armado de viga 0.70x0.30
C=T
0,85*F'c*B*a=Asfy
Momento Negativo
Sustituir As en la ecuacion de momento ultimo, se igualara

al momento generado por las cargas.
a^2 -7497
a 361317.915
695245.096
a1 -1.852951768 cm Momento Positivo, Negativo y Maximo en Sentido

a2 50.04795177 cm
a -1.852951768 cm
As -7.350042013 cm2
#Barra 5
NºVarillas 4
NºEspacio 1
Asreal 11.356 cm2
Separacion 52.48 cm

a 2.862857143 cm
Mu 972956.529 kg-cm
CUMPLE
ρreal 0.006732174
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.006732174
CUMPLE Momento Positivo, Negativo y Maximo en Sentido
ρreal 0.00673217435122197
Art. 2,21,3,2,1 0.025
CUMPLE
#barra 5
Nºvarillas 4
As 11.356 cm2
a 2.862857143 cm
Mu 972956.529 kg-cm
ρreal 0.006732174
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.006732174
CUMPLE
ρreal 0.006732174
Art. 2,21,3,2,1 0.025 CUMPLE
Cortante en Viga
Momento Positivo
C=T
0,85*F'c*B*a=Asfy
a^2 -7497
a 361317.915
-272163.268
a1 0.765407309 cm La variacion del armado de acero segun staad es con

a2 47.42959269 cm esta calculo inicial mente con la cantidad de acero p
a 0.765407309 cm no cumple, debimos revisar el calculo hasta enconta
As 3.03611566 cm2
NºVarillas 3 ACI 318-11 BEAM NO. 394 DESIGN
NºEspacio 2 ==================================
Asreal 8.517 cm2
Separacion 27.1925 cm LEN - 9000. MM FY - 414. FC - 28. MPA, SIZE - 3
a 2.147142857 cm LEVEL HEIGHT BAR INFO FROM TO
Mu 741238.3426 kg-cm (MM) (MM) (MM) STA E
CUMPLE __________________________________________
ρreal 0.005049131
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1 1 59. 2 - 16MM 0. 9000. YES Y
CUMPLE 2 643. 3 - 12MM 0. 1194. YES
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3 3 641. 4 - 16MM 6533. 9000. NO
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.005049131
CUMPLE
ρreal 0.00504913076341648 B E A M N O. 394 D E S I G N R E S U L T S - SH
Art. 2,21,3,2,1 0.025
CUMPLE
Art.2,21,3,2,2 AT START SUPPORT - Vu= 40.38 KNS Vc= 167.71
1/2Mr(-) 486478.2645 Tu= 2.12 KN-MET Tc= 7.2 KN-MET Ts= 0.0 KN
Mr(+) 741238.3426 CUMPLE STIRRUPS ARE NOT REQUIRED.
1/4Mrmax 243239.13225 AT END SUPPORT - Vu= 65.31 KNS Vc= 167.47 K
Mr(-) 972956.529 CUMPLE Tu= 6.92 KN-MET Tc= 7.2 KN-MET Ts= 0.0 K
Mr(+) 741238.3426 CUMPLE NO STIRRUPS ARE REQUIRED FOR TOR
Art. 2,21,8,4,1 REINFORCEMENT FOR SHEAR IS PER CL.1
1/3Mr(-) 324318.843 PROVIDE 12 MM 2-LEGGED STIRRUPS AT 321. MM
Mr(+) 741238.3426 CUMPLE
1/5Mrmax 194591.3058
Mr(-) 972956.529 CUMPLE ___ 173J____________________ 9000X 300X 700_______
Mr(+) 741238.3426 CUMPLE ||=========
| 3No12 H 643. 0.TO 1194 =======
Resumen de revision | 4No16|H 641.653
Momento Negativo | | | 14*12c
Mu(Kg-cm) 972956.529 CUMPLE | 2No16 H 59. 0.TO 9000 | |
ρreal>ρmin CUMPLE ||=========================================
ρreal<ρmax CUMPLE | |
Separacion CUMPLE |_________________________________________
Art. 2,21,3,2,1 CUMPLE _____ _____ _____ _____ _____ ___
| ooo | | | | | | | | | | | |
Momento a lo largo de la longitud | 3#12| | | | | | | | | |oooo |
ρreal>ρmin CUMPLE | | | | | | | | | | | 4#16| |4
ρreal<ρmax CUMPLE | | | | | | | | | | | | | |
Art. 2,21,3,2,1 CUMPLE | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| |
| oo | | oo | | oo | | oo | | oo | | oo |
Momento Positivo | | | | | | | | | | | | | |
Mu(kg-cm) 741238.3426 CUMPLE |_____| |_____| |_____| |_____| |_____|
ρreal>ρmin CUMPLE
ρreal<ρmax CUMPLE
Separacion CUMPLE
vo, Negativo y Maximo en Sentido Y
vo, Negativo y Maximo en Sentido Z
armado de acero segun staad es conciderable
al mente con la cantidad de acero presentado en staad
mos revisar el calculo hasta encontar esta cuantilla de acero
CI 318-11 BEAM NO. 394 DESIGN RESULTS

========================================
MM FY - 414. FC - 28. MPA, SIZE - 300. X 700. MMS
T BAR INFO FROM TO ANCHOR

(MM) (MM) STA END
_________________________________________________________
- 16MM 0. 9000. YES YES

3 - 12MM 0. 1194. YES NO
4 - 16MM 6533. 9000. NO YES
O. 394 D E S I G N R E S U L T S - SHEAR
PORT - Vu= 40.38 KNS Vc= 167.71 KNS Vs= 0.00 KNS
MET Tc= 7.2 KN-MET Ts= 0.0 KN-MET LOAD 1
RRUPS ARE NOT REQUIRED.
ORT - Vu= 65.31 KNS Vc= 167.47 KNS Vs= 0.00 KNS
-MET Tc= 7.2 KN-MET Ts= 0.0 KN-MET LOAD 4
O STIRRUPS ARE REQUIRED FOR TORSION.
NFORCEMENT FOR SHEAR IS PER CL.11.5.5.1.
M 2-LEGGED STIRRUPS AT 321. MM C/C FOR 3864. MM
________ 9000X 300X 700_____________________ 42J____

====== |
0.TO 1194 ====================||
4No16|H 641.6533.TO 9000 |
| | 14*12c/c321 | |
59. 0.TO 9000 | | | | | | ||
==============================================================||
|
_______________________________________________________________|
_____ _____ _____ _____ _____
| | | | | | | | | |
| | | | | | |oooo | |oooo |
| | | | | | 4#16| | 4#16|
| | | | | | | | |
6| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16| | 2#16|
| oo | | oo | | oo | | oo | | oo |
| | | | | | | | |
__| |_____| |_____| |_____| |_____| |_____|
V 7864.15 kg
ɸ 0.85 Art. 2.9.3.2.3
Vc 14959.7699221384 2.11.3.1.1
Vu<ɸVn 2.11.1.1 (2.11-1)
Vn 9251.94117647059 kg
Vn=Vc+Vs 2.11.1.1 (2.11-2)
Vs -5707.8287456678 kg
ɸVc/2>Vu NO APLICA
ɸVc/2<Vu<ɸVc APLICA
Vu>ɸVc NO APLICA
2ɸVc>ɸVs APLICA
d/4 6.024375 cm
8db 15.24 cm
24dtransversal 45.72 cm
30 30 cm
USAR 6
Vs 23952.915 kg
Vu 33075.7821838177 kg
CUMPLE POR CORTANTE
V2 #REF! Kg
Vu<ɸVn 2.11.1.1 (2.11-1)
Vn #REF! kg
Vn=Vc+Vs 2.11.1.1 (2.11-2)
Vs #REF! kg
ɸVc/2>Vu #REF!
Vu>ɸVc #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
USAR #REF!
Vs #REF!
Vu #REF!
#REF!
V3 #REF! kg cm
Vu<ɸVn 2.11.1.1 (2.11-1)
Vn #REF! kg
Vn=Vc+Vs 2.11.1.1 (2.11-2)
Vs #REF! kg
ɸVc/2>Vu #REF!
Vu>ɸVc #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
#REF! #REF! cm
USAR #REF!
Vs #REF!
Vu #REF!
#REF!
cm
DISEÑO POR TORSION
F'c 280 kg/cm2
Fy 4200 kg/cm2
ɸ 0.85 Art. 2.9.3.2.3
DIMENSIONES
B 70 cm
H 30 cm
Acp 2100 cm2
Pcp 200 cm
Tu 105503.03 kg-cm
Art.2.11.6.1 83109.8329 kg-cm
Vu 33075.78218 kg
d 24.0975 cm
Ph 164.2 cm
Aoh 1285.1025 cm2
Vc 14959.76992 kg

20.55625422 < 37.69153419536

ɸTn>Tu 2.11.6.3.1
Tn 124121.2118 kg-cm
2.11.6.3.6
Ao 1092.337125 cm2
Fyv 4200 kg/cm2
COT 45 1
At/s 0.013527266 cm2/cm
Vu=ɸ(VC+VS) 2.11.1
Vs 23952.915
2.11.5.6.1
Av/s 0.236666667 cm2/cm
S 5.384474242 cm
AsFlexion 11.356 cm2
Al 2.22117706 2.11.6.7(2.11-22)
Datos de la Zapata Datos de la Columna
Tipo de Zapata= Z-1 Largo "b"=
f'c = 210 kg/cm² Largo "t"=
fy = 4200 kg/cm² area varilla db =
qamd= 2.5 kg/cm² carga ultima
γc 1700 kg/m² Pu= Pd*1.4+PL*1.7=
Recubrimiento re= 7 cm
Carga Puntual Muerta Pd= 4010.642 Kg
Carga Puntual Viva PL= 4107.665 Kg
Momento Resultante = 45 K-m
cm=in=3/4
Acero a utilizar diametro dv= 1.91
"
Profundidad Df= 1.5 m
sobre carga S/C= 500 Kg/m²
1 Dimencionamiento de la Zapata
peralte de la zapata
Df
Ld= 0.08*db*fy/√f'c= 44.29 cm
hc= Ld+Rz+dv= 53.20 cm
Usaremos un hc= 54.00 cm
entonce ht= Df-hc= 96.00 cm B
2 Presion Neta del suelo (qm)= qa-γht-γchc-S/C
qm= 2.20 Kg/cm²
3 Calculo del Area de la zapata

Area efectiva zapata AZ b
Az = P/qm= 3696.242715 cm²
Largo Zapata "T"
T=√Az +(t-b)/2= 60.80 cm
Usaremos T= 381 cm
Ancho Zapata "B" Determinacion de la Reaccion qmu:
B=√Az -(t-b)/2= 60.80 cm qmu= Pu/Az=
Usaremos B= 381 cm
4 Verificacion por Corte
Revision por flexion: peralte efectivo d=
Lv=(T-t)/2= 165.50 cm recubrimiento re=
Suponemos Varilla 3/4", entonces dv=1.91 cm dv=
Vdu=(qmuxB)(Lv-d)= 24950.628068 Kg d=
Coeficiente de reduccion Ø= 0.85 (perimetro de los planos de falla)
Vc=0.53*√f'c*b*B= 131944.32872 Kg
ØVc= 112152.67941 Kg d/2
cumple Si ØVc>Vu TRUE d/2
t
Por Punzunamiento: debemos cumplir que
m = t+d
bo = 2m +2n = Vu≤ØVc
m= 95.09 cm
T
n= 95.09 cm
bo = 2* ( t + d ) + 2* ( b + d ) = 380.36 cm
Cortante Ultimo Lado
βc= mayor de la Columna (t)
Vu=Pu-(qmu*m*n)= -18220.34952 Kg Lado Menor de la Columna (b)
βc=
Vc= 0.27* [2+(4/βc)]*√f'c*bo*d si βc≤2 entonces Vc=1.06*√f'c*bo*d
Vc= 402624.07 kg Vc=
ØVc= 342230.4605 kg ØVc=
cumple Si Vu≤ØVc TRUE cumple Si Vu≤ØVc
5 Calculo de Refuerzo Longitudinal:
Mu=[ (qmu*B)*Lv²]/2→ Lv= 165.5 cm re= 7 cm

Mu= 17784008.669 kg-m Valor asumido a=
As=Mu/(Ø*fy*(d-a/2))= 113.06811339 cm² Varilla Asumida 1" dv=
Segun mi "a" asumido mi As = 113.06811339 cm² Area de Varilla Av=
Calculando mi nuevo a= As*Fy/0.85*f'c*B = 6.98 cm
comprobando
As= 113.10 cm² 113.10 cm²
a= 6.98 cm 6.98 cm
Revision de Acero Minimo

en el sentido de la mayor distancia "T" en el sentido de la menor Distancia "B"
Asmin= 0.0018*T*d= 30.92 cm² Asmin= 0.0018*B*d=
Cumple si As > Asmin= TRUE Cumple si As > Asmin=
Distribucion de acero
Acero Transversal
#varillas a Usar n= 22.195864182 23 und #varillas a Usar n=
Sepracion S= 16.260869565 16 cm Sepracion S=
Usar= 23 varillas # 8 @ 16 Usar=
Longitud de Desarrollo Ld
Øb * fy * a * b * g * l
Ld = < Lv1
3.54 * f 'c^.5[C
* + Kr ]
Øb
Lv1 = Lv - re
50 cm
50 cm
2.54 cm
carga ultima
12597.9293 Kg
Mu
ht
Lv
hc
B carga muerta
t T
accion qmu:
3.41 Kg/cm²
hc-dv-re
7
1.91
45.09 cm
n = b+d
b
m = t+d
yor de la Columna (t)

nor de la Columna (b)
1.00
06*√f'c*bo*d
263445.38 kg
223928.57 kg
TRUE
Ø= 0.9
Valor asumido a= 6.96 cm
Varilla Asumida 1" dv=2.54 cm
Area de Varilla Av= 5.10 cm²
r Distancia "B"
30.92 cm²
TRUE
22.195864182 23 und
16.260869565 16 cm
23 varillas # 8 @ 16
carga viva
EJERCICIO No3 PUENTE PEATONAL DE LOSA MACIZA
DATOS:
Luz libre L= 16.0 pie 4.88 m
Ancho de puente S= 6 pie 1.83 m
Carga de Servicio= 100 Lb/pie2 488.243 kg/m2 1 Lb/pie2=

Carga concentrada = 6500 Lb 2948.348 kg 1 Lb=
Surf. Asfalto 2 plg = 20 Lb/pie2 97.6486 kg/m2 1 Lb/pie3=
Bordillos de Alto= 6 plg
Bordillos de Ancho= 4 plg
γconc= 150 Lb/pie3 2402.775 kg/m3
f'c= 4000 Psi 281.228 kg/cm2 280
Fy= 60000 Psi 4218.42 kg/cm2 4200

L= Luz libre de 16 pie
apoyo 4.88 h (m) b (m)
muro 0 0
S= 1.83 bodillo 0.1524 0.1016
L/S= 2.6656004 no cumple
1m bordillo
Espesores Minimos "h" para losas en una direccion no preforzadas de Tabla 12.1 ACI 9.5.2 (Nilson, 2001)
a) h= L/20= 0.244 m Simplemente Apoyada
b) h=L/24= 0.203 m En un Extremo Continuo
c) h=L/28= 0.174 m Los dos Extremos Continuos
d) h=L/10= 0.488 m En Voladizo

recubrimiento= 0.0254 m 1.00 in

Datos generales
f'c= 4000 Psi 281.228 kg/cm2 280
Fy= 60000 Psi 4218.42 kg/cm2 4200
As= 1.290 #V= 8
ρ= 0.004 Asumimos en una flanja de 1 m con #4@0.125
ρmin= 0.0018 ACI 7.12.2
Estimando Cargas
Peso de la Losa γconc*h= 576.666 kg/m
Peso del Asfalto γAsf*eAsf= 4.9605489 kg/m
Peso de la bordillo γconc*h*b= 74.408367 kg/m
carga concentrada a m2= 180.48056 kg/m
total de carga= 836.51547 kg/m
CM CV
Wu= 1.4 836.52 1.7 488.243 2001.13 Kg/m2 8931.8942
Ancho de losa S= 1.83 m kg
Wu= 3662.08 Kg/m
Momento Ultimo maximo
Mu= Wu*L²/8 10892.554 Kg-m 366207.66 kg-cm
Cortante
Vu= Wu*L/2 8931.8942 kg
Momento ultimo
Mu = Ø*f'c*b*d²*w(1-0.59w)
Ø= 0.9 b= 100 cm
Cuantia mecanica asumiendo una franja de 1 m
w= ρ*fy/f'c= se0.060
da el valor de la base de 1.0m
Resolviendo para el peralte efectivo
d=√(Mu/(Ø*f'c*b*w(1-0.59w))
d= 15.845801 cm
si r= 2.54 cm
Entonces el peralte real de la losa seria
hlosa= d+r+Ø/2= 18.84 cm usar h= 16 cm
d= 13.46 nuestro peralte efectivo
Area de Acero
d= 13.46 cm a= 0.85
As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2))
Entonces :
As= 7.4323233 cm²
Calculando en nuevo "a"= As*fy/0.85*f'c*b=

a= 1.3115865
Calculo de acero final= As= Mn/(Ø*fy*(d-a/2))

As= 7.5662894 cm²
Cuantia de Diseño= ρ= As/b*d
Verificacion de las Cuantias: ρ= 0.0056213 > ρmin TRUE
<
ρmax= 0.135 TRUE
Distribucion de Acero
Espesor de losa t= hLosa t= 16 cm
Av= area de varilla propuesta dVa= 1/2" 1.5875 cm
Av= 0.2 plg2 1.29 cm2
Separacion de acero S= b/n 16.666667 cm
separacion= 16 cm
usar #4 @0.16
Refuerzo de distribucion
Ast=0.0018*b*t= 2.88 usar
Avt= area de varilla propuesta dVa= 3/8" 0.9525 cm
Av= 0.11 plg2 0.7095 cm2
Separacion de acero S= b/n 25 cm
separacion= 25 cm
usar #3 @0.25
Distribucion del Acero usar #3 @0.25
16 cm
usar #4 @0.16
Esquema de losa:
Vista en Planta
Vista en Corte
4.882 Kg/m2
0.454 Kg
16.0185 Kg/m3
Wu= 3662.08 Kg-m

Wu*L/2
8931.8942
kg
Wu*L²/8 366207.66 kg-cm

DISEÑO POR FLEXION
VIGA 1 Principal contorno

M(-) 442721.45 kg-cm
M(+) 518595.8 kg-cm
ɸ 0.9 Art.2,9,3,2,1
F'c 280 kg/cm2
Fy 4200 kg/cm2
B 30 cm
H 60 cm
Req 4 cm
Refuerzo Transversal 0.95 cm #3
Refuerzo Transversal 0.71 cm2 #3
β1 0.85 Art.2,10,2,7,3
ds 54.095 cm
di 54.095 cm
C=T
0,85*F'c*B*a=Asfy
Momento Negativo

a^2 -3213
a 347614.47
-442721.45
a1 1.288955398 cm
a2 106.9010446 cm
a 1.288955398 cm
As 2.191224177 cm2
#Barra 6
NºVarillas 3
NºEspacio 2
Asreal 8.55 cm2
Separacion 7.185 cm

a 5.029411765 cm
Mu 1667023.526 kg-cm
CUMPLE
ρreal 0.005268509
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.005268509
CUMPLE
ρreal 0.00526850910435345
Art. 2,21,3,2,1 0.025
CUMPLE
#barra 6
Nºvarillas 3
As 8.55 cm2
a 5.029411765 cm
Mu 1667023.526 kg-cm
ρreal 0.005268509
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.005268509
CUMPLE
ρreal 0.005268509
Art. 2,21,3,2,1 0.025 CUMPLE
Momento Positivo
C=T
0,85*F'c*B*a=Asfy
a^2 -3213
a 347614.47
-518595.8
a1 1.513030208 cm
a2 106.6769698 cm
a 1.513030208 cm
As 2.572151353 cm2
NºVarillas 3
NºEspacio 2
Asreal 8.55 cm2
Separacion 7.185 cm
a 5.029411765 cm
Mu 1667023.526 kg-cm
CUMPLE
ρreal 0.005268509
ρmin 0.003333333 Art. 2,10,5,1
CUMPLE
ρb 0.02858293 Art.2,8,4,3
ρmax 0.021437197 Art.2,10,3,3
ρreal 0.005268509
CUMPLE
ρreal 0.00526850910435345
Art. 2,21,3,2,1 0.025
CUMPLE
Art.2,21,3,2,2
1/2Mr(-) 833511.762794118
Mr(+) 1667023.526 CUMPLE
1/4Mrmax 416755.881397059
Mr(-) 1667023.526 CUMPLE
Mr(+) 1667023.526 CUMPLE
Art. 2,21,8,4,1
1/3Mr(-) 555674.5085
Mr(+) 1667023.526 CUMPLE
1/5Mrmax 333404.705117647
Mr(-) 1667023.526 CUMPLE
Mr(+) 1667023.526 CUMPLE
DISEÑO POR CORTAN
V
Resumen de revision ɸ
Momento Negativo Vc
Mu(Kg-cm) 1667023.526 CUMPLE Vu<ɸVn
ρreal>ρmin CUMPLE Vn
ρreal<ρmax CUMPLE Vn=Vc+Vs
Separacion CUMPLE Vs
Art. 2,21,3,2,1 CUMPLE ɸVc/2>Vu
ɸVc/2<Vu<ɸVc
Momento a lo largo de la longitud Vu>ɸVc
ρreal>ρmin CUMPLE 2ɸVc>ɸVs
ρreal<ρmax CUMPLE 4ɸVc>ɸVs>2ɸVc
Art. 2,21,3,2,1 CUMPLE ɸVs>4ɸVc
SEPARACION 2H
Momento Positivo d/4
Mu(kg-cm) 1667023.526 CUMPLE 8db
ρreal>ρmin CUMPLE 24dtransversal
ρreal<ρmax CUMPLE 30
Separacion CUMPLE
Art. 2,21,3,2,1 CUMPLE Vs
Vu
CUMPLE POR CORTANT
V2
Vu<ɸVn
Vn
Vn=Vc+Vs
Vs
ɸVc/2>Vu
ɸVc/2<Vu<ɸVc
Vu>ɸVc
SEPARACION
#REF!
#REF!
#REF!
#REF!
Vs
Vu
V3
Vu<ɸVn
Vn
Vn=Vc+Vs
Vs
ɸVc/2>Vu
ɸVc/2<Vu<ɸVc
Vu>ɸVc
SEPARACION
#REF!
#REF!
#REF!
#REF!
Vs
Vu
8008.82 kg
0.85 Art. 2.9.3.2.3
14392.4014750447 2.11.3.1.1
2.11.1.1 (2.11-1)
9422.14117647059 kg
2.11.1.1 (2.11-2)
-4970.2602985742 kg
ɸVc/2>Vu NO APLICA
ɸVc/2<Vu<ɸVc APLICA
Vu>ɸVc NO APLICA
2ɸVc>ɸVs APLICA
13.52375 cm
15.28 cm
45.84 cm
30 cm
USAR 13
24817.1215384615 kg
33328.0945614803 kg
CUMPLE POR CORTANTE
#REF! Kg
2.11.1.1 (2.11-1) cm
#REF! kg
2.11.1.1 (2.11-2)
#REF! kg
#REF!
#REF!
#REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! cm
#REF! cm
#REF! cm
#REF! cm
USAR #REF!
#REF!
#REF!
#REF!
#REF! kg cm
2.11.1.1 (2.11-1)
#REF! kg
2.11.1.1 (2.11-2)
#REF! kg
#REF!
#REF!
#REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! #REF!
#REF! cm
#REF! cm
#REF! cm
#REF! cm
USAR #REF!
#REF!
#REF!
#REF!
cm
DISEÑO POR TORSION
F'c 280 kg/cm2
Fy 4200 kg/cm2
ɸ 0.85 Art. 2.9.3.2.3
DIMENSIONES
B 30 cm
H 60 cm
Acp 1800 cm2
Pcp 180 cm
Tu 105503.03 kg-cm
Art.2.11.6.1 67844.76155 kg-cm
Vu 33328.09456 kg
d 54.095 cm
Ph 144.2 cm
Aoh 1074.6025 cm2
Vc 14392.40148 kg

21.95032792 < 37.69153419536

ɸTn>Tu 2.11.6.3.1
Tn 124121.2118 kg-cm
2.11.6.3.6
Ao 913.412125 cm2
Fyv 4200 kg/cm2
COT 45 1
At/s 0.016177073 cm2/cm
Vu=ɸ(VC+VS) 2.11.1
Vs 24817.1215384615
2.11.5.6.1
Av/s 0.109230769 cm2/cm
S 10.029317 cm
AsFlexion 8.55 cm2
Al 2.332733944 2.11.6.7(2.11-22)

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CALCULOS DE CARGAS EN EDIFICIO

Cargas Muertas Losas de entrepiso en todos los niveles

Calculo de cargas muertas debidas al piso de porcelanato en losas de entrepiso

Paredes de bloque carga

Mortero cemento arena 0.018 m3/m2 2100.00 kg/m3 37.41

rio del bloque segun investigacion en sitio https://ingemecanica.com/tutoriales/pesos.html#mezclas

area tributaria maxima 4.6 9.2 21.16 m2

ESQUEMA DE CARGA DE VIENTO

Coeficiente de presion Cq según tabla 2.3-3

Velocidad Basica Tegucigalpa, exposicion Tipo B, según tabla 2.3-1

Factor de Importacia según tabla 3.4-3 Iw= 1

1 3.00 1.39 0.80 69.600 1.00

5 3.00 1.39 0.50 69.600 1.00

5 12 1.60 0.70 69.600 1.00

Total 4,632,562.95 51,984,062.52

interco. (m) P (kg/m)

CARGAS GRAVITACIONALES 1er nivel

Vigas Segun tabla 9.5 (a) L/16 L/18.5 L/21

Codigo ACI 7.6.5, Nilson Pag 369 DC

L/8 remos hmin h b

L= Predimenciones elementos de contorno

Espesor minimo de losa alivianada según codigo alternativo

h= 0.19 m losa macisa

Pero no menor que:

Y no necesita ser mayor que:  fy 

Diseño de Losas en Una Direccion:

Combinacion de cargas 1.4*CM+1.7 CV= Wu Segun Codigo ACI

Resolviendo para el peralte efectivo

Calculando en nuevo "a"= As*fy/0.85*f'c*b=

Cuantia de Diseño= ρ= As/b*d

Distribucion del Acero usar #3 @0.14

Wu*L²/8 824225.87 kg-cm

γconc= 150 Lb/pie3 2402.775 kg/m3

usaremos un espesor de Losa de hmin= 0.1643 m 6.47 in

Combinacion de cargas 1.4*CM+1.7 CV= Wu Segun Codigo ACI

1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²) 1(Wu*Ln²)

L/3 L/3 L/3 L/3 L/3

Momento Ultimo Positivo Momento Ultimo Negativo

Calculando en nuevo "a"= Calculando en nuevo "a"=

Mn 3191.2424 4467.7393 4061.5812 4061.5812 4061.5812

CI 9.5.2 (Nilson, 2001)

espesor de Los 16.26 cm

MARCO SIN DESPLAZAMIENTOS

Ψa 2.030579188 Nudo Superior

DISEÑO DE COLUMNA CORTA

Exectrinciadad e= Mu/Pu= 11.715 pie

ρmin= 200/fy ρmin= 3√f'c/fy

Pn*e= 4497.910 klb-pie Mu= 113.6 klb-pie

BAR CONFIGURATION REINF PCT. LOAD LOCATION PHI

8 - 20 MM 1.005 1 END 0.650

ada por el programa

MARCO SIN DESPLAZAMIENTOS

Ψa 2.465271823 Nudo Superior

DISEÑO DE COLUMNA CORTA

Exectrinciadad e= Mu/Pu= 4.883 pie

ρmin= 200/fy ρmin= 3√f'c/fy

Pn*e= 2248.126 klb-pie Mu= 131.0 klb-pie

BAR CONFIGURATION REINF PCT. LOAD LOCATION PHI

8 - 20 MM 1.005 1 END 0.650

Calculando en nuevo "a"= Asfy/0.85f'c*b=

1(WuLn²) 1(WuLn²) 1(WuLn²) 1(WuLn²) 1(Wu*Ln²)

____ 9000X 300X 700_ 61J

9000X 300X 700_________ 42J

Mu=[ (qmuB)Lv²]/2→ Lv= 165.5 cm re= 7 cm

Calculando en nuevo "a"= Asfy/0.85f'c*b=

Calculo de acero final= As= Mn/(Øfy(d-a/2))