trabajo word nsr 10

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Sistema a porticado que consiste en 4 pisos de 3m y pórticos distanciados a 6m en ambas direcciones. Uso de la edificación: salones de reunión sin asientos fijos. EVALUO DE CARGAS: Cubierta: Placa ondulada de asbesto cemento. 0.18 kn/m2 Teja de barro incluido mortero. 0.80 kn/m2 Entramado metálico. 1.00 kn/m2 Cielo raso de malla y pañete. 1.00 kn/m2 Total carga muerta (D)= 2.98 Kn/m 2

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diseño de colunas con nsr10

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Page 1: Trabajo word nsr 10

Sistema a porticado que consiste en 4 pisos de 3m y pórticos distanciados a 6m en ambas direcciones.

Uso de la edificación: salones de reunión sin asientos fijos.

EVALUO DE CARGAS:

Cubierta:

Placa ondulada de asbesto cemento. 0.18 kn/m2Teja de barro incluido mortero. 0.80 kn/m2Entramado metálico. 1.00 kn/m2Cielo raso de malla y pañete. 1.00 kn/m2

Total carga muerta (D)= 2.98 Kn/m2

Total carga viva (L)= 5 Kn/m2

Total carga de diseño (Wd) = (1.2*D) + L

Total carga de diseño (Wd) = (1.2*2.98 Kn/m2) + 5 Kn/m2

Page 2: Trabajo word nsr 10

Total carga de diseño (Wd) = 8.58 Kn/m2

Qu=8.58 Kn/m2 * 6m Qu=51.5 Kn/m = 5.15 ton/m

Entrepisos:

Detalle losa aligerada.

Loseta 24 kn/m2*0.05= 1.2 kn/m2Vigueta 24 kn/m2*0.15*0.325m/m= 1.17 kn/m2

Cielo falso 1.0 kn/m2Casetón en esterilla 0.35 kn/m2

Acabados 1.50 kn/m2Muros 4 kn/m2

Total carga muerta (D)= 1.2 Kn/m2+ 1.17 kn/m2 + 1.0 kn/m2 + 0.35 kn/m2 + 1.50 kn/m2 + 4 kn/m2.

Total carga muerta (D)= 9.22 Kn/m2.

Total carga viva (L)= 5 Kn/m2

Total carga de diseño (Wd) = (1.2*D) + L

Total carga de diseño (Wd) = (1.2*9.22 Kn/m2) + 5 Kn/m2

Total carga de diseño (Wd) = 16.06 Kn/m2

Qu=16.06 Kn/m2 * 6m Qu=96.36 Kn/m = 9.64 ton/m

Page 3: Trabajo word nsr 10

CALCULO DE LAS FUERZAS SISMICAS EN LOS DIFERENTES ENTREPISOS.

Se utiliza el método de la fuerza equivalente desarrollado en programa de clases.

Parámetros de diseño:

Pórticos de concreto reforzado resistentes a momento. Suelo muy blando o roca blanda. Grupo 2 ocupación especial I= 1.10 Factor de disipación de energía R=7.

T= 0.44 seg.

Aa= 0.25 Av=0.20

Fa=1.15 Fv=1.60

Sa=0.791 Cs= 0.113

Distribución vertical de las fuerzas horizontalesMétodo de la fuerza horizontal equivalente.

NIVELVi

(ton)Hi

(m) Vi*Hi^k CvxFi

(ton)Vi

(ton)Periodo

(seg)Tmax (seg)

5 60.9 12 730.9 0.21 12.3 12.3 NO 0.604 150.8 9 1356.9 0.39 22.8 35.1

3 150.8 6 904.6 0.26 15.2 50.42 150.8 3 452.3 0.13 7.6 58.0

SUMA= 3444.8 58.0

Page 4: Trabajo word nsr 10

Diseño de flexión para viga:

Se analizará la viga del eje B, la cual presenta los mayores momentos.

Diagrama de momentos eje B-B

Diagrama de cortante eje B-B

Page 5: Trabajo word nsr 10

Calculo de momentos en la cara del nudo:

Diseño a flexión de la viga comprendida entre los ejes (1), (2); (4), (5)

Momento en la cara del nudo izquierdo (1).

Calculo tipo:

Momento en la cara del nudo izquierdo (1).

34.5603.558

= x3.558−0.30

;x=31.646 ton .

Area=34.560+31.6462

∗0.30 ; x=9.9309 ton .m .

Momento=−47.763 ton.m+9.309 ton.m.

Momento=−37.83 ton.m .

Momento en la cara del nudo derecho (2).

23.2802.442

= x2.442−0.30 ;x=20.42 ton.

Area=23.280+20.422

∗0.30 ; x=6.555 ton.m .

Page 6: Trabajo word nsr 10

Momento=−13.921 ton.m+6.555 ton.m.

Momento=−7.366 ton .m .

El procedimiento se repite para la viga comprendida entre los ejes (4) y (5).

Así podremos obtener la envolvente para el diseño a flexión.

Envolvente de momentos en la cara de los nudos:

La resistencia a momento positivo en la cara del nudo no debe ser menor que 1/2 de la resistencia a momento negativo en la misma cara del nudo. La resistencia a momento, tanto positivo como negativo, en cualquier sección a lo largo del elemento no puede ser menor que 1/4 de la resistencia máxima a momento del elemento proporcionada en la cara de cualquiera de los nudos.

Page 7: Trabajo word nsr 10

Calculo de acero:

As= Muφ∗fy∗ j∗d ; As= 4179200

0.90∗4200∗0.90∗54

As=22.73 cm2.

Calculo de la cuantía:

ρ= Asb∗d ; ρ= 22.73cm2

55cm∗54cm=0.076

Calculo de momento resistente:

Mr=k∗b∗d2Mr=30 kgcm2

∗55cm∗(54cm)2

100

Mr=48114 kg .m .>Mu=41792kg .m.

Las dimensiones de la sección son aptas para resistir las cargas.

Diseño a flexión de la viga comprendida entre los ejes (2) y (3); (3) y (4).

Page 8: Trabajo word nsr 10

Calculo de acero:

As= Muφ∗fy∗ j∗d ; As= 39984000

0.90∗4200∗0.90∗54

As=21.76 cm2.

Calculo de la cuantía:

ρ= Asb∗d ; ρ= 21.76cm2

55cm∗54cm=0.0073

Calculo de momento resistente:

Mr=k∗b∗d2Mr=30 kgcm2

∗55cm∗(54cm)2

100

Mr=48114 kg .m .>Mu39984kg .m .

Las dimensiones de la sección son aptas para resistir las cargas.

Diseño para cortante:

Page 9: Trabajo word nsr 10

La fuerza cortante de diseño Ve se debe determinar a partir de las fuerzas estáticas en la parte del elemento comprendida entre las caras del nudo. Se debe suponer que en las caras de los nudos localizados en los extremos del elemento actúan momentos de signo opuesto correspondientes a la resistencia probable, Mpr, y que el elemento está además cargado con cargas aferentes gravitacionales mayoradas a lo largo de la luz.

38.83+20.90=59.73 ton.m. (Momento críticos).

41.792+15.44=57.232 ton.m .

Calculo de momentos probables:

Page 10: Trabajo word nsr 10

Vu= Mpr 1+Mpr 2ln

+¿❑

Wu∗ln2

donde ln=6m−0.60=5.40m¿

(38.83+20.90 )∗1.255.40

=13.83 ton

Wu∗ln2

=9.64∗5.402

=26.03 .

Vu=13 .83+26.03=39 .86 ton.=Ve

Resistencia al cortante:

Resistencia al cortante proporcionada por el concreto en elementos no preesforzados.

C.11.2.1.1. Para elementos sometidos unicamente a cortante y flexión.

V c=0.17 λ √ f ´ cbw∗d con λ=1 para concretos de peso normal .

V c=0.17∗1∗√21∗106∗0.55∗0.54

V c=231754N .=23.14 ton.

φVc=0.75∗23.14 ton=17.355 ton.

TRAMO 1

Diseño del refuerzo para cortante:

Los cortantes se deben calcular a “d” de la cara del nudo así:

Page 11: Trabajo word nsr 10

34.5603.558

= x3.558−0.84

;x=26.40 ton. (lado derecho).

34.5602.442

= x2.442−0.84

;x=15.272 ton. (lado izquierdo)

Lo mismo se hace para la viga comprendida en los ejes 4 y 5 para luego obtener la envolvente de cortantes a “d” de los nudos.

Escogiendo el mayor cortante Vu= 27.807 ton. =278070 N.

φVc=17.355 ton.

Vu=φVn=φVc+φVs

Vs= Av∗Fyt∗ds

Vu=φVc+φ Av∗Fyt∗ds

Av=(Vu−φVc )∗sφ∗fy∗d .

Reemplazando valores en Av tenemos:

Av=(278070−173550 )∗s

0.75∗420∗106∗0.54

Av=0.000614∗s

Suponiendo estribos #3 obtenemos un Av=1.42cm2=1.42∗10−4m2

1.42∗10−4=0.000614∗ss=0.23m .

Page 12: Trabajo word nsr 10

C.11.4.7.9. Vs no debe considerarse mayor que:

Vs=0.66∗√ f ´ c∗bw∗d (Vsmaximo )

Vsmax .=0.66∗√21∗106∗0.55∗0.54=898276N=89.83 ton .

Vs=1.42∗10−4m2∗420∗106∗0.54 .

0.23=140024N=14 ton.

89.83 ton.>14 ton. Ok!

C.11.4.6.3. Área de acero mínima (Av).

Avmin=0.062 √ f ´ c∗bwsfyt

pero nodebe sermenor de

Avmin=0.35∗bws∗Sfyt .

Avmin=0.062 √21∗55∗23420

=0.855 cm2

Avmin=0.35∗550mm∗230mm420Mpa .

=105,42mm2=1.054cm2<1.42cm2

C.11.4.5. Límites para el espaciamiento del refuerzo de cortante.

C.11.4.5.1. El espaciamiento del refuerzo de cortante colocado perpendicularmente al eje del elemento no debe exceder d/2 en elementos de concreto no preesforzados y ni de 600 mm.

C.11.4.5.3. Donde Vs sobrepase 0.33∗√ f ´ c∗bw∗d , Las separaciones máximas dadas en C.11.4.5.1 se deben reducir a la mitad.

d/2 = 54cm/2 = 27 cm.

Separación

600mm = 60 cm.

0.33∗√ f ´ c∗bw∗d=0.33∗√21∗106∗0.55∗0.54=449138N

Page 13: Trabajo word nsr 10

Vs=140024N<449138N Nocumple , sedebe reducir a lamitad .

27/2 = 14 cm.

Separación

600mm/2 = 300 mm= 30 cm.

De todas las separaciones se escoge la menor S=14cm.

TRAMO 2: Se realizan los mismos cálculos para encontrar el cortante a “d” de la cara y así obtener la envolvente de cortante.

Escogiendo el mayor cortante Vu= 26.73 ton. =267300 N.

φVc=17.355 ton.

Vu=φVn=φVc+φVs

Vs= Av∗Fyt∗ds

Vu=φVc+φ Av∗Fyt∗ds

Av=(Vu−φVc )∗sφ∗fy∗d .

Reemplazando valores en Av tenemos:

Av=(267300−173550 )∗s

0.75∗420∗106∗0.54

Av=0.000374∗s

Page 14: Trabajo word nsr 10

Suponiendo estribos #3 obtenemos un Av=1.42cm2=1.42∗10−4m2

1.42∗10−4=0.000374∗ss=0.38m .

C.11.4.7.9. Vs no debe considerarse mayor que:

Vs=0.66∗√ f ´ c∗bw∗d (Vsmaximo )

Vsmax .=0.66∗√21∗106∗0.55∗0.54=898276N=89.83 ton .

Vs=1.42∗10−4m2∗420∗106∗0.54 .

0.38=84752N=8.5 ton.

89.83 ton.>8.5 ton. Ok!

C.11.4.6.3. Área de acero mínima (Av).

Avmin=0.062 √ f ´ c∗bwsfyt

pero nodebe sermenor de

Avmin=0.35∗bws∗Sfyt .

Avmin=0.062 √21∗55∗38420

=1.41cm2

Avmin=0.35∗550mm∗380mm420Mpa .

=174,2mm2=1.741cm2>1.42cm2

No cumple con el área mínimo por lo que se debe recalcular un espaciamiento con el área mínima.

1.741∗10−4=0.000374∗ss=0.47m.

Vs=1.42∗10−4m2∗420∗106∗0.54 .

0.47=84012N=8.4 ton

C.11.4.5. Límites para el espaciamiento del refuerzo de cortante.

C.11.4.5.1. El espaciamiento del refuerzo de cortante colocado perpendicularmente al eje del elemento no debe exceder d/2 en elementos de concreto no preesforzados y ni de 600 mm.

Page 15: Trabajo word nsr 10

C.11.4.5.3. Donde Vs sobrepase 0.33∗√ f ´ c∗bw∗d , Las separaciones máximas dadas en C.11.4.5.1 se deben reducir a la mitad.

d/2 = 54cm/2 = 27 cm.

Separación

600mm = 60 cm.

0.33∗√ f ´ c∗bw∗d=0.33∗√21∗106∗0.55∗0.54=449138NVs=84012N<449138N Nocumple , se debereducir alamitad .

27/2 = 14 cm.

Separación

600mm/2 = 300 mm= 30 cm.

De todas las separaciones se escoge la menor S=14cm.

COLUMNAS.

Page 16: Trabajo word nsr 10

Diagrama de interacción para columnas

El diagrama se realizó con una hoja de Excel.

Columna 1:

Page 17: Trabajo word nsr 10

0 10 20 30 40 50 60 70 800

100

200

300

400

500

600

700

800

354.73

472.97

545.74

727.65

0

268.69

DIAGRAMA DE INTERACCION COLUMNA 1 Y COLUMNA 2

CARGAS ACTUANTESZONA DE FALLA FRAGILZONA DE FALLA FRAGIL (DISEÑO)ZONA DE FALLA DUCTILZONA DE FALLA DUCTIL (DISEÑO)FALLA BAL-ANCEADA

Mu (Ton-m)

Pu

(T

on

)

Page 18: Trabajo word nsr 10

ZONA DE FALLA FRAGIL                              

Punto c a Pn MnΦ

ΦPn ΦMn# (cm) (cm) (Tn) (Tn.m) (Tn) (Tn.m)1 32,77 27,85 282,48 66,59 0,65 183,61 43,282 33,78 28,71 295,97 65,92 0,65 192,38 42,853 34,79 29,57 309,16 65,22 0,65 200,96 42,394 35,79 30,42 321,96 64,5 0,65 209,27 41,925 36,8 31,28 334,64 63,74 0,65 217,52 41,436 37,81 32,14 347,09 62,94 0,65 225,61 40,917 38,82 33 359,34 62,11 0,65 233,57 40,378 39,83 33,86 371,38 61,23 0,65 241,4 39,89 40,84 34,71 383,26 60,31 0,65 249,12 39,210 41,85 35,57 394,96 59,35 0,65 256,72 38,5811 42,85 36,42 406,4 58,35 0,65 264,16 37,9312 43,86 37,28 417,8 57,29 0,65 271,57 37,2413 44,87 38,14 429,08 56,18 0,65 278,9 36,5214 45,88 39 440,23 55,02 0,65 286,15 35,7615 46,89 39,86 451,26 53,8 0,65 293,32 34,9716 47,9 40,71 462,18 52,53 0,65 300,42 34,1417 48,91 41,57 473 51,2 0,65 307,45 33,2818 49,91 42,42 483,61 49,83 0,65 314,35 32,3919 50,92 43,28 494,24 48,39 0,65 321,26 31,4620 51,93 44,14 504,79 46,9 0,65 328,11 30,4821 52,94 45 515,26 45,34 0,65 334,92 29,4722 53,95 45,86 525,64 43,72 0,65 341,67 28,4223 54,96 46,72 535,96 42,04 0,65 348,37 27,3324 55,97 47,57 545,74 40,38 0,65 354,73 26,2525 56,97 48,42 545,74 40,38 0,65 354,73 26,2526 57,98 49,28 545,74 40,38 0,65 354,73 26,2527 58,99 50,14 545,74 40,38 0,65 354,73 26,25

Carga concéntrica Falla balanceada Flexión pura.

Po (Tn) 727,65 Cb (cm) 31,76 C (cm) 8,65ΦPo (Tn) 472,97 Pb (Tn) 268,69 P (Tn) 0Pn max (Tn.m) 545,74 Mb (Tn.m) 67,24 M (Tn.m) 34,94ΦPn max (Tn.m) 354,73 ΦPb (Tn) 174,92 ΦP (Tn) 0

ΦMb (Tn.m) 43,77 ΦM (Tn.m) 31,45

Page 19: Trabajo word nsr 10

ZONA DE FALLA DUCTIL

Page 20: Trabajo word nsr 10

                              

Punto c a Pn MnΦ

ΦPn ΦMn# (cm) (cm) (Tn) (Tn.m) (Tn) (Tn.m)1 9,61 8,17 12,59 37,82 0,9 11,33 34,042 10,58 8,99 24,46 40,46 0,9 22,01 36,423 11,54 9,81 35,58 42,86 0,9 32,03 38,574 12,5 10,62 46,23 45,08 0,9 41,61 40,575 13,46 11,44 58,66 47,31 0,9 52,8 42,586 14,43 12,27 72,36 49,54 0,9 65,13 44,597 15,39 13,08 85,22 51,59 0,9 76,7 46,448 16,35 13,9 97,51 53,5 0,9 87,76 48,159 17,32 14,72 109,45 55,3 0,9 98,51 49,7710 18,28 15,54 120,87 56,95 0,9 108,78 51,2611 19,24 16,35 131,94 58,5 0,9 118,75 52,6512 20,21 17,18 142,63 59,9 0,9 128,36 53,9113 21,17 17,99 152,27 61,02 0,871 132,62 53,1514 22,13 18,81 161,77 62,07 0,842 136,21 52,2615 23,09 19,63 172,93 62,9 0,816 141,11 51,3316 24,06 20,45 184,48 63,63 0,792 146,11 50,417 25,02 21,27 195,65 64,3 0,77 150,65 49,5118 25,98 22,08 206,59 64,9 0,749 154,73 48,6119 26,95 22,91 217,42 65,45 0,73 158,72 47,7820 27,91 23,72 227,96 65,93 0,712 162,31 46,9521 28,87 24,54 238,33 66,35 0,695 165,64 46,1222 29,83 25,36 248,55 66,71 0,68 169,02 45,3623 30,8 26,18 258,74 67,01 0,665 172,06 44,56

Anterior al diagrama de interacción se realizó el cálculo de la cantidad de varillas requeridas para una cuantía de 1%.

Se inició el cálculo con varilla #5 dando como resultado 15 varillas pero se requería subir a 16 varillas para el acomodo dentro del área de la columna, sin embargo ya la cuantía quedaba por debajo del 1% y debido a esto se cambió a varilla #6.

Área varilla #3= 2.85 cm2

0.01= As55∗60

; As=33cm2

N ° devarillas=33cm2

2.85≅ 12varillas .

Page 21: Trabajo word nsr 10

0 0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6

SECCION 0.55m x 0.6m

Refuerzo longitudinal en vigas

Mu=37.827 ton.m .

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 3782700 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈21cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 8 varillas.

Estribos #3.

Espacio de las 8 varillas+ espacio entre varillas + 2 recubrimientos+ espacio de diámetro de estribos.

8 varillas∗1.905cm+7espac .∗2.5cm+2∗6 cm+4∗0.953cm=48.55cmqueesmenora55cmel anchode la viga .

Mu=18.913 ton.m.

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 1891300 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈10.29cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 4 varillas.

Mu=10.449 ton.m.

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 1044900 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈5.7cm2

Con varilla #4 Área= 1.27 cm2 equivalente a 5 varillas.

Page 22: Trabajo word nsr 10

Espacio de las 8 varillas+ espacio entre varillas + 2 recubrimientos+ espacio de diámetro de estribos.

Estribos #3.

5varillas∗1.27cm+4espac .∗2.5 cm+2∗6cm+4∗0.953=32.16 cm

que esmenor a55cmel anchode la viga.

Mu=41.798 ton .m .

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 4179800kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈22.75cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 8 varillas.

Estribos #3.

Espacio de las 8 varillas+ espacio entre varillas + 2 recubrimientos+ espacio de diámetro de estribos.

8 varillas∗1.905cm+7espac .∗2.5cm+2∗6 cm+4∗0.953cm=48.55cmqueesmenora55cmel anchode la viga .

Mu=20.899 ton.m.

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 2089900 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈11.38cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 4 varillas.

Estribos #3.

Mu=39.984 ton .m .

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 3998400 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈21.76cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 8 varillas.

Estribos #3.

Espacio de las 8 varillas+ espacio entre varillas + 2 recubrimientos+ espacio de diámetro de estribos.

8 varillas∗1.905cm+7espac .∗2.5cm+2∗6 cm+4∗0.953cm=48.55cmqueesmenora55cmel anchode la viga .

Mu=19.992 ton.m.

Page 23: Trabajo word nsr 10

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 1999200 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈10.88cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 4 varillas.

Estribos #3.

Mu=38.42 ton.m.

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 3842000 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈20.91cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 8 varillas.

Estribos #3.

Espacio de las 8 varillas+ espacio entre varillas + 2 recubrimientos+ espacio de diámetro de estribos.

8 varillas∗1.905cm+7espac .∗2.5cm+2∗6 cm+4∗0.953cm=48.55cmqueesmenora55cmel anchode la viga .

Mu=20.90 ton.m.

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 2090000 kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈11.38cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 4 varillas.

Estribos #3.

Mu=9.996 ton .m .

As= Mu∅∗fy∗ j∗d

= 999600kg∗cm0.90∗4200∗54∗0.90

≈5.44cm2

Con varilla #6 Área= 2.85 cm2 equivalente a 2 varillas.

Columnas: (Requisito para los estribos) C.7.10.5.

Para los estribos se pide que todas las barras longitudinales estén rodeadas por un estribo, el diámetro de este estribo debe ser al menos #3 para barras longitudinales de diámetro #10 o menores y #4 para barras longitudinales iguales o mayores alas #11 o para paquetes de barras.

El espaciamiento s de los estribos de confinamiento no debe ser mayor que:

a) Un cuarto de la dimensión mínima de la sección de la columnab) Seis veces el diámetro de la barra de refuerzo longitudinal menor.

Page 24: Trabajo word nsr 10

c) So definido como:

So=100+( 350−hx3 )

Donde hx es el espaciamiento máximo horizontal, medido centro a centro, entre ganchos suplementarios o ramas de estribos de confinamiento en todas las caras de la columna en mm.

El valor de So no debe ser mayor que 150 mm y no es necesario tomarlo menor que 100mm.

a) Menor dimensión=55cm/4 = 13.75 cmb) Con varilla de ¾”; 6*1.905cm= 11.43 cm.

c) So=100+( 350−1003 )=183.3mm=18.33cm

Escogemos el menor con s= 14 cm aproximadamente.

Área mínima de refuerzo transversal:

Ash=0.30∗s∗bc∗( f ´ cfyt )∗[ ( Ag−Ach )−1 ] ó

Ash=0.09∗s∗bc∗f ´ cfyt

Ash=0.30∗14∗50.907∗( 2104200 )∗[ (55∗60−2638 )−1 ]=7066cm2

Ash=0.09∗14∗50.907∗2104200

=3207cm2

Controla la mayor.

Longitud de desarrollo en los nudos:

8 *diámetro de la barra longitudinal.

Ldh= 8*1.905=15.24 cm

150 mm= 15 cm.

fy∗db

5.4∗√ f ´ c=¿

420∗1.9055.4∗√21

=32.33 cm

Page 25: Trabajo word nsr 10

Controla el mayor (32.33 cm).

Espaciamiento de estribos en la columna:

El mayor entre:

Lo= hn/6=2.45/6 = 0.408m

450 mm= 4.50 cm

60 cm (controla)

El menor entre:

S**= ¼ de la menor dimensión de la columna; 55/4= 13.75 cm.

100 mm. = 10 cm (controla)

So= 18.33 cm.

El menor entre:

S*= 6*db= 6*1.905= 11.43 cm. (controla)

150 mm= 15 cm.

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Page 28: Trabajo word nsr 10

DIAGRAMA DE MOMENTOS GENERADO POR RCB.

Page 29: Trabajo word nsr 10

DIAGRAMA DE CORTANTE GENERADO POR RCB.

Page 30: Trabajo word nsr 10

MODELO ESTRUCTURAL CON CARGAS VERTICALES Y LATERALES.

Page 31: Trabajo word nsr 10

NORMA SISMO RESISTENTE.

APLICACIÓN NORMA SISMO RESISTENTE CAPITULO C.21. PARA EDIFICIO EN CONCRETO ARMADO.

Presentado por:

EDUIN YELA COLLAZOS.

Presentado a:

ING. HUMBERTO GARCÍA.

UNIVERSIDAD DEL CAUCA

FACULTAD DE IINGENIERIA CIVIL.

ESPECIALIZACION EN ESTRUCTURAS.

POPAYAN –CAUCA

SEPTIEMBRE DE 2014.