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(444) ESTRUCTURAS DE HORMIGON ARMADO Y PRETENSADO

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TRABAJO PRÁCTICO

ESTRUCTURAS DE HORMIGON ARMADO Y PRETENSADO

TRABAJO PRACTICO Nº 1

Tema: ENTREPISOS SIN VIGAS

Fecha de realización: 22/08/2017

Fecha de presentación: 30/08/2017

Presentación en termino: SI NO

Grupo N°: 10

Integrantes:

MASKU, Diego Firma:……………………

OJEDA, Carlos Firma:……………………

REOLON, Mateo Firma:……………………

2017


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MEMORIA DESCRIPTIVA

Para el cálculo del entrepiso partimos de los datos asignados por la cátedra para cada grupo, los

cuales son:

Dim. de la planta: 20x21m.

Sep. mín. entre columnas: 4,40m.

Dim. de columnas: 0,40x0,40m.

Altura del entrepiso de PB: 3,80m.

Altura del entrepiso de 1P: 3,30m.

Destino: Comedor Universitario.

1) DISPOSICIÓN DE ELEMENTOS Y PREDIMENSIONAMIENTO:

Para determinar el espesor mínimo de losa utilizamos la tabla tabla 9.5.c. CIRSOC 201-2005,

determinamos el espesor para dos tipos de losas distintas que tiene nuestra planta estructural,

una interna y otra de borde.


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Interna:

𝒉𝒎𝒊𝒏 =𝒍𝒏

33=

525𝒄𝒎

33= 16 𝒄𝒎

Externa:


30=

525𝒄𝒎

30= 17,5 𝒄𝒎

Esquina:


30=

525𝒄𝒎

30= 17,5 𝒄𝒎

Adoptamos como espesor de losas el mayor entre

los mínimos que en este caso es de 17.5cm, que corresponde a la losa externa.

2) ANÁLISIS DE CAGAS:

La losa está compuesta además por contrapiso de hormigón pobre (6cm), carpeta de

concreto (2cm) y piso de mosaico granítico.

El destino propuesto para la losa a dimensionar fue de un comedor universitario, por lo

cual tendremos un valor de sobrecarga de:

5 KN/m2

ANÁLISIS DE CARGAS PARA ENTREPISOS

• LOSAS: Destino: Comedor Universitario

ITEM ESPESOR PESO ESP. INCIDENCIA PESO

Mosaico Granitico 0,000 m 0,00 KN/m² 100% 0,00 KN/m²

Mortero de adhesión 0,020 m 21,00 KN/m³ 100% 0,42 KN/m²

Contrapiso 0,060 m 18,00 KN/m³ 100% 1,08 KN/m²

Estructura de sosten 0,175 m 25,00 KN/m² 100% 4,38 KN/m²

Cielorraso: mortero

aplicado 0,015 m 0,50 KN/m² 100% 0,01 KN/m²

PESO PROPIO DE

LOSA D = 5,88 KN/m²

SOBRECARGA DE

SERVICIO Comedor Universitario L = 5,00 KN/m²

U1: 1.4*D 8,24 KN/m²

U2: 1.2*D+1.6*L 15,06 KN/m²

Calculamos el polinomio de cargas evaluando la ecuación que considera cargas

permanentes y sobrecargas únicamente.

𝑞u = 1.2*D + 1.6*L = 1.2*6.61 KN/m2 + 1.6*5 KN/m2 = 15.06 KN/m2


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3) VERIFICACIÓN APROXIMADA A ESFUERZO DE CORTE Y

PUNZONAMIENTO

Ahora procedemos a calcular el valor de la altura estática, proponiendo una armadura

con barras de Ф 10, para la que obtenemos:

𝑑 = ℎ𝑙𝑜𝑠𝑎 − 𝐶𝑐 −Ф

2= 17.5 𝑐𝑚 − 2 𝑐𝑚 − 0.5 𝑐𝑚 = 15𝑐𝑚

3.1 Verificación al corte como “Viga Ancha”

Se trata de una rotura "lineal" cuya sección crítica se ubica a una distancia "d" del filo

de las columnas. La sección crítica más desfavorable es normal a la luz mayor.

Calculamos los esfuerzos de Corte y respectivamente el aporte por parte del hormigón

al corte:

Por su parte la resistencia al corte por metro de ancho puede calcularse como

𝑉𝑐 = √𝑓′𝑐*𝑑

6=

Por lo tanto se verifica:

vu = 37.52 kN/m < Ф· vn =Ф· vc = 0,75 · 125 kN/m = 93.75 kN/m

3.2 Verificación al punzonamiento

Como simplificación se supondrá que las líneas de corte nulo pasan por el centro de los

paños cualquiera sea la posición de la columna analizada. Por otra parte, los perímetros críticos

se calculan, a una distancia "d/2" de los filos de las columnas

Para estos cálculos se toma una altura "d" media:

d = 0,17 m - 0,02 m = 0,155 m

Se presentarán entonces las cuatro situaciones mostradas en la figura siguiente:


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Tipo de

columna

Área

tributaria

[m2]

Perímetro

critico

[m]

Área en Planta

encerrada por el

perímetro critico [m2]

Vu=qu*(B-

D) [KN]

Vu= E/C

[KN/m]

A (col de

esquina) 6,56 1,91 0,23 95,33 49,91

B (col de

interior) 26,25 2,22 0,31 390,66 175,97

C (col de

borde) 13,13 2,065 0,265 193,75 93,82

D (col de

borde) 13,13 2,065 0,265 193,75 93,82

Según el CIRSOC 201-2005, artículo 11.12.2.1, el aporte resistente del hormigón se obtiene a

partir de las siguientes expresiones:


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Donde:

β: Relación entre el lado mayor y el lado menor del área cargada

efectiva. En columnas rectangulares es igual al cociente entre el

lado mayor y el lado menor de la columna. Para este caso vale 1.

as : 40 para columnas interiores

30 para columnas de borde

20 para columnas de esquina

bo : Perímetro de la sección critica

d : Altura útil en la sección critica

f’c1/2 : f’c en MPa, el resultado de la raiz en MPa

Para columnas cuadradas y espesores usuales decide la tercera de las ecuaciones por lo que se

tendrá:

Vc l m = √25MPa* (1000 kN I MN) * 0.155 m I 3 = 258.33 kN/m

Siempre deberá verificarse que:

Vu I m= 175.97 ≤ Ф·Vn I m = Ф·Vc I m = 0,75 * 258.33 kN/m = 193.75 kN/m

Se aprecia que existe una gran diferencia entre los valores solicitantes y los resistentes

minorados por lo que se considera satisfecha la verificación de espesor, aunque en el cálculo

definitivo algunas tensiones solicitantes se incrementen por efecto de la transferencia de

momentos entre losa y columna

4) ANÁLISIS ESTRUCTURAL A FLEXIÓN EN SENTIDO LONGITU-

DINAL

4.1. Aplicación del Método Directo

4.1.1. Verificación de aplicabilidad del método

El mínimo de tramos en una dirección es igual a tres

La relación de lados de los paños es menor que 2 (5.25 mI5 m = 1.05)

Las longitudes de tramos sucesivos no difieren más de 1/3 de la luz mayor

Las columnas están alineadas

Las cargas son gravitatorias, uniformemente distribuidas y la sobrecarga es menor que

dos veces la carga permanente (L/D=5/5.88=0,85)

No existen vigas en el sistema


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Por lo tanto, se verifican todos los requerimientos exigidos por el CIRSOC 201-2005 para

poder aplicar el método.

4.1.2. Solicitaciones mediante tabla

Primeramente, determinamos los Momentos estático total para cargas mayoradas en la

dirección x-x.

𝑀𝑜 𝑖𝑛𝑡 =𝑞𝑢 ∗ 𝑙2 ∗ 𝑙𝑛2

8=

15,06𝐾𝑁𝑚2 ∗ 5,25𝑚 ∗ 4.60𝑚2

8= 209.3 𝐾𝑁 ∗ 𝑚

𝑀𝑜 𝑒𝑥𝑡 =𝑞𝑢 ∗ 𝑙2 ∗ 𝑙𝑛2

8=

15,06𝐾𝑁𝑚2 ∗ 2.625𝑚 ∗ 4,60𝑚2

8= 104.6 𝐾𝑁 ∗ 𝑚

Faja longitudinal

interna Momento Total

(KN.m)

Momento Faja Columna

(KN.m)

Momento Total para las

dos media fajas

intermedias (KN.m)

Tramo extremo Mo= 209,3

Negativo exterior 0,26*Mov= 54,418 1*0,26*Mo= 54,42 Mo= 0

Poitivo 0,52*Mo= 108,84 0,6*0,52*Mo= 65,30 0,4.0,52.Mo= 43,53

Negativo interior 0,70*Mo= 146,51 0,75*0,70*Mo= 109,88 0,25,0,70.Mo= 36,63

Tramo Interior Mo= 209,3

Positivo 0,35*Mo= 73,255 0,6*0,35*Mo= 43,95 0,4*0,35*Mo= 29,30

Negativo 0,65*Mo= 136,05 0,75*0,65*Mo= 102,03 0,25*0,65*Mo= 34,01

Faja longitudinal

externa Momento Total

(KN.m)


(KN.m)


dos media fajas interme-

dias (KN.m)



Poitivo 0,52*Mo= 54,392 0,6*0,52*Mo= 32,64 0,4*0,52*Mo= 21,76

Negativo interior 0,70*Mo= 73,22 0,75*0,70*Mo= 54,92 0,25*0,70*Mo= 18,31


Positivo 0,35*Mo= 36,61 0,6*0,35*Mo= 21,97 0,4*0,35*Mo= 14,64

Negativo 0,65*Mo= 67,99 0,75*0,65*Mo= 50,99 0,25*0,65*Mo= 17,00


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Momentos estático total para cargas mayoreadas en la dirección y-y.

𝑀𝑜 𝑖𝑛𝑡 =𝑞𝑢∗𝑙2∗𝑙𝑛2

8=

15,06𝐾𝑁

𝑚2∗5𝑚∗4.85𝑚2

8= 221.4 𝐾𝑁 ∗ 𝑚

𝑀𝑜 𝑒𝑥𝑡 =𝑞𝑢 ∗ 𝑙2 ∗ 𝑙𝑛2

8=

15,06𝐾𝑁𝑚2 ∗ 2.5𝑚 ∗ 4.85𝑚2

8= 110.7 𝐾𝑁 ∗ 𝑚

Faja longitudinal

interna Momento Total (KN.m)


(KN.m)


dos media fajas

intermedias (KN.m)



Poitivo 0,52*Mo= 115,13 0,6*0,52*Mo= 69,08 0,4*0,52*Mo= 46,05



Positivo 0,35*Mo= 77,49 0,6*0,35*Mo= 46,49 0,4*0,35*Mo= 31,00

Negativo 0,65*Mo= 143,91 0,75*0,65*Mo= 107,93 0,25*0,65*Mo= 35,98

Faja longitudinal

externa Momento Total

(KN.m)


(KN.m)


dos media fajas

intermedias (KN.m)



Poitivo 0,52*Mo= 57,56 0,6*0,52*Mo= 34,54 0,4*0,52*Mo= 23,03



Positivo 0,35*Mo= 38,75 0,6*0,35*Mo= 23,25 0,4*0,35*Mo= 15,50

Negativo 0,65*Mo= 71,96 0,75*0,65*Mo= 53,97 0,25*0,65*Mo= 17,99

5) DISTRIBUCIÓN DE MOMENTOS FLECTORES EN SENTIDO

TRANSVERSAL (franjas de columnas y franjas intermedias adyacen-

tes)

Las distribuciones de los momentos flectores en sentido transversal se encuentran en las tablas

calculadas en el ítem anterior, tanto para la dirección X-X como para la dirección Y-Y.

6) ANÁLISIS ESTÁTICO LINEAL DE PRIMER ORDEN DE TODA LA

PLANTA TIPO UTILIZANDO SOFTWARE DE ELEMENTOS FINI-

TOS

Deformaciones de la estructura realizadas en por el software SAP2000


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Momentos totales

Momentos en la dirección X-X


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Momentos en la dirección Y-Y


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Corte del momento en dirección X-X

Corte del momento en dirección Y-Y

Corte realizado en la zona de columnas

7) TRANSFERENCIA DE MOMENTOS NO BALANCEADOS A CO-

LUMNAS

El momento total no balanceado que se transmite a las columnas, lo hace por dos

mecanismos:

FLEXIÓN: se evalúa por medio de:

Como se trata de columnas cuadradas, γf = 0.6

Dirección Y-Y

Franja de borde:

Columna exterior:

𝑀𝑐𝑒 = 0,3 ∗ 𝑀0 = 0.3 ∗ 110.7 𝐾𝑁𝑚 = 33.21 𝐾𝑁𝑚

Columnas interiores:


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Franja interna:

Columna exterior:

𝑀𝑐𝑒 = 0,3 ∗ 𝑀0 = 0.3 ∗ 221.4 𝐾𝑁𝑚 = 66.42 𝐾𝑁𝑚


El momento 𝑀𝑢𝑓 puede absorberse concentrando una parte una parte de la armadura de

la armadura de la franja de columna de la losa en un ancho c2 + 2*(1.5*h), es decir 1.5*h a cada

lado de la columna, con h espesor de la losa.

Franja de borde:

b =c2 + (1.5*h) = 0.4m + 2*(1.5*0.175) = 0.6625m

Franja interna:

b =c2 + 2*(1.5*h) = 0.4m + 2*(1.5*0.175) = 0.925m

Una vez obtenido el valor de este ancho, se analiza momento Muf por unidad de longitud

se debe calcular armadura y comparar con la armadura de flexión, si esta no cumple lo necesario

para el ancho b se debe agregar armadura adicional:

Franja de borde Franja interna

Columna

interna

Columna

externa

Columna

interna

Columna

externa

b [m] 0,66 0,925

b1 [m] 0,544 0,544

b2 [m] 0,544 0,544

γf 0,6 0,6

Mu {KN.m} 16,46 33,21 32,93 66,42

Muf {KN.m} 9,88 19,926 19,758 39,852

Muf/metro 14,96 30,19 21,36 43,08

Muv {KN.m} 6,58 13,284 13,172 26,568

-Cálculo de armadura

Franja de borde Franja interna

Columna

interna

Columna

externa

Columna

interna

Columna

externa

b [m] 0,66 0,925

Muf {KN.m/m} 14,96 30,19 21,36 43,08

Mn {KN.m/m} 16,63 33,55 23,73 47,87

kd 1,20 0,85 1,01 0,71

ke 24,301 24,766 24,766 25,207

As [cm2/m 2,61 5,36 3,79 7,78


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Dirección X-X

Franja de borde:

Columna exterior:

𝑀𝑐𝑒 = 0,3 ∗ 𝑀0 = 0.3 ∗ 104.6 𝐾𝑁𝑚 = 31.38 𝐾𝑁𝑚


Franja interna:

Columna exterior:

𝑀𝑐𝑒 = 0,3 ∗ 𝑀0 = 0.3 ∗ 209.3 𝐾𝑁𝑚 = 62.79 𝐾𝑁𝑚


Como los momentos en la dirección X-X no tienen mucha variación con respecto a los

de la dirección Y-Y y ya que la planta posee una estructura casi simétrica. Adoptamos los

mismos refuerzos calculados en la dirección Y-Y.

EXCENTRICIDAD DE CORTE: se evalúa por medio de:

𝑀𝑢𝑣 = (1 − 𝛾𝑓) ∗ 𝑀𝑢

Como se trata de columnas cuadradas el coeficiente será 0.4

Los valores obtenidos se presentaron en la tabla, con los cuales calcularemos el corte

por punzonado,

Columna in-

terna

Columna de

borde

Columna de

esquina

Muv {KN.m} 13,172 26,568 13,284

j/c [m3] 0,064 0,056 0,04

Ac [m2] 0,344 0,26 0,17

Vu [KN] 390,66 193,75 95,33

ζu [Mpa] 1,34 1,22 0,89

ζu ≤ 0.75*√25

3 = 1.25 MPa


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Dado que las columnas internas el ζu obtenidos supera al de ζn*Ф se determinó la necesidad

de colocar estribos en todas las columnas internas de la estructura.

Como las tensiones ζs obtenidas corresponden a todo el perímetro crítico, a fin de obtener la

separación de estribos por cara se dividió dicho valor por el número de caras dependiendo del

tipo de columna (4 para las interiores). Se adoptan estribos de diámetro 8mm de 2 ramas, con

lo que se obtiene entonces:

Columna

interna

ζu [Mpa] 1,34

Nº de lados 4

ζc [Mpa] 0,83

ζs [Mpa] 0,96

ζsi [Mpa] 0,24

bo [m] 2,22

Av [cm²] 1,01

s [cm] 7,96

Debe cumplirse que la separación de los estribos sea inferior que la máxima separación d/2=

7,75cm y además no debe superar el valor de (5/6) *√𝑓´𝑐 = 4.167 MPa. Se adoptó entonces

para las columnas internas una separación entre estribos de 7.00cm. (Adoptando estas

separación para una colocación más fácil en obra)

8) DETERMINACIÓN DE ARMADURAS DE FLEXIÓN Y CORTE

Calculo de armaduras a flexión

Franjas de columna de borde

Armadura columna (-) C001

Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

28.78

0,9∗1.25= 25.58 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.02558

1

= 0,93 Ke= 24,766

As= 𝐾𝑒∗𝑀𝑛

𝑑=

24,766∗0,02558

0,149= 4.25 𝑐𝑚2

Asmin= 1,4∗𝑏∗𝑑

𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


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Armadura en tramo (+) C001-C006

Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

34.54

0,9∗1.25= 30.79 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.03079

1

= 0,85 Ke= 24,766


𝑑=

24,766∗0,03079

0,149= 5.11 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

58.12

0,9∗1.25= 51.66 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.05166

1

= 0,66 Ke= 25.625


𝑑=

25.625∗0,05166

0,149= 8.88 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/12


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

23.25

0,9∗1.25= 20.67 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.02067

1

= 0,91 Ke= 24,766


𝑑=

24,766∗0,02067

0,149= 3.43 𝑐𝑚2


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

57.56

0,9∗2.5= 25.58 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.02558

1

= 0,93 Ke= 24,766


𝑑=

24,766∗0,02558

0,149= 4.25 𝑐𝑚2


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


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Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

34.54

0,9∗2.5= 30.7 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.0307

1

= 0,85 Ke= 24,766


𝑑=

24,766∗0,03079

0,149= 5.11 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

116.240,9∗2.5 = 51.66 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.05166

1

= 0,66 Ke= 25.625


𝑑=

25.625∗0,05166

0,149= 8.88 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/12


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

46.49

0,9∗2.5= 20.66 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.02066

1

= 0,91 Ke= 24,766


𝑑=

24,766∗0,02066

0,149= 3.43 𝑐𝑚2


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20

Franjas de columna interna


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

69.08

0,9∗2.5= 30.7 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.03070

1

= 0,85 Ke= 24,766


𝑑=

24,766∗0,03079

0,149= 5.11 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2


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Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

58.12

0,9∗1.25= 25.83 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.02583

1

= 0,93 Ke= 24.766


𝑑=

24.766∗0,02583

0,149= 4.29 𝑐𝑚2


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

46.50

0,9∗2.5= 20.67 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.02067

1

= 0,91 Ke= 24,766


𝑑=

24,766∗0,02067

0,149= 3.43 𝑐𝑚2


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

92.10

0,9∗2.5= 40.93 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.04093

1

= 0,74 Ke= 25.207


𝑑=

25.207∗0,04093

0,149= 6.92 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/16


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

77.500,9∗2.5 = 34.44 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.03444

1

= 0,8 Ke= 24.766


𝑑=

24.766∗0,03444

0,149= 5.72 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/19


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2


Mn=𝑀𝑢

0,9∗𝑙𝑓=

71.96

0,9∗2.5= 31.98 KNm d= 0,149m

Kd=𝑑

√𝑀𝑛

𝑏

=0,149

√0.03198

1

= 0,83 Ke= 24,766


pág. 18


𝑑=

24,766∗0,03198

0,149= 5.32 𝑐𝑚2 1Ø 12 c/20


𝑓𝑠=

1,4∗1∗0,149

42010000 = 4.97𝑐𝑚2

Como la estructura posee pocos cm de diferencia entre una dirección y otra. Adoptamos la

misma armadura en ambas direcciones direcciones.

Además, en las columnas de borde y de esquina se tuvo que reforzar la armadura al comparar

los resultados calculados anteriormente con la armadura calculada mediante los momentos no

balanceados. Observando que los resultados obtenidos son aproximadamente el doble de los

calculados en este punto, adoptamos reforzar las zonas de las columnas de borde y de esquina

reduciendo a la mitad la separación y aumentando así la cantidad de la armadura dispuestas en

dichas columnas.

9) DOCUMENTACIÓN GRÁFICA (se agregará dicha documentación al final del

trabajo)

9.1. Planta de arquitectura

9.2. Planta estructural

9.3. Plano de distribución de armaduras

9.4. Detalles de armaduras

10) CONCLUSIÓN

Como conclusión, primeramente, podemos decir que los entrepisos sin vigas poseen

mayor espesor de losa y también mayores cuantías de armadura respecto de los entrepisos

convencionales apoyados sobre vigas con considerable rigidez. Esto es lógico ya que la losa es

quien debe soportar en este caso todos los esfuerzos. También podemos observar una mayor

deformabilidad de los paños de losa, dado todo esto por la menor rigidez estructural que nos

genera el no contar con vigas.

Al analizar el destino de nuestra estructura que es un comedor universitario, podemos

decir que realizar un entrepiso sin vigas no nos dará muchas ventajas con respecto de los

entrepisos convencionales con vigas. Además, en un entrepiso sin viga aparece el fenómeno del punzonado, que no se da en

entrepisos convencionales y que resulta decisivo para el diseño de las losas. También debido a

este problema se pudo aprender sobre nuevos elementos estructurales como ser los ábacos y

capiteles hechos para mejorar la contribución del hormigón al corte.

En cuanto al análisis estructural, además del análisis por software, tenemos métodos

aproximados de resolución (método directo y método del pórtico equivalente) donde el análisis

se realiza por fajas de losa en cada dirección correspondiente.

En cuanto a las solicitaciones halladas por el método directo y el software, existen

diferencias en los momentos transversales a la dirección analizada, ya que en el método directo

el momento se distribuye de manera constante sobre las fajas, lo que facilita la disposición de

armaduras. Al realizar el análisis estructural por software se obtiene los diagramas reales de

momentos y esta distribución constante en fajas surge de realizar una ponderación de dichos

diagramas.

Columnas de

40x40 cm

5 5 55

5,2

55

,2

55

,2

55

,2

5

21

20

Planta Arquitectónica

Esc: 1:100

Comedor

Universitario

C001

40x40

L001L002 L003 L004

L005 L006 L007 L008

L009 L010 L011 L012

L013 L014 L015 L016

5 5 55

5,2

55

,2

55

,2

55

,2

5

21

20

17.517.5 17.5 17.5

17.5 17.5 17.5 17.5

17.5 17.5 17.5 17.5

17.5 17.5 17.5 17.5

C002

40x40

C003

40x40

C004

40x40

C005

40x40

C006

40x40

C007

40x40

C008

40x40

C010

40x40

C015

40x40

C014

40x40

C012

40x40

C011

40x40

C016

40x40

C017

40x40

C018

40x40

C019

40x40

C020

40x40

C025

40x40

C024

40x40

C023

40x40

C022

40x40

C021

40x40

C009

40x40

C013

40x40

Planta Estructural

Esc: 1:100

C001C002 C003 C004 C005

C006

C007 C008 C009C010

C011 C012 C013 C014

C015

C016 C017 C018 C019

C020

C021C022 C023 C024

C025

L001L002 L003

L004

L005L006 L007 L008

L009L010 L011

L012

L013 L014 L015 L016

DISTRIBUCION DE FAJAS DE COLUMNAS Y FAJAS

INTERMEDIAS X-X

FAJA COLUMNA

FAJA COLUMNA

FAJA COLUMNA

FAJA COLUMNA

FAJA COLUMNA

FAJA INTERMEDIA

FAJA INTERMEDIA

FAJA INTERMEDIA

FAJA INTERMEDIA

2,5

51

,2

52

,5

2,7

51

,2

52

,5

2,7

52

,5

2,5

5

20

21

C001C002 C003 C004 C005

C006

C007 C008 C009 C010

C011 C012 C013 C014

C015

C016 C017 C018 C019

C020

C021C022 C023 C024

C025

L001L002 L003

L004

L005L006 L007 L008

L009L010 L011

L012

L013 L014 L015 L016

DISTRIBUCION DE FAJAS DE COLUMNAS Y FAJAS

INTERMEDIAS Y-Y

1,252,32,52,52,52,52,52,31,25

C001C002 C003 C004 C005

C006

C007 C008 C009

C010

C011

C012 C013 C014

C015

C016

C017 C018 C019

C020

C021 C022 C023 C024C025

L001L002 L003

L004

L005L006 L007 L008

L009L010 L011

L012

L013 L014 L015 L016

PLANO DISTRIBUCION DE ARMADURA Esc 1:100

1,252,32,52,52,52,52,52,31,25

4,6

5

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

01

Ø1

2 c/2

0

1Ø

12

c/2

01

Ø1

2 c/2

0

4,8

5

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

01

Ø1

2 c/4

01

Ø1

2 c/4

01

Ø1

2 c/4

0

1Ø

12

c/1

91

Ø1

2 c/1

91

Ø1

2 c/1

9

1Ø

12

c/3

21

Ø1

2 c/3

2

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/3

21

Ø1

2 c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/3

2

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

01

Ø1

2 c/2

0

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

41

Ø1

2 c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

4

1Ø

12

c/2

41

Ø1

2 c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/2

0

1Ø

12

c/1

9

1Ø

12

c/1

91

Ø1

2 c/1

9

1Ø

12

c/3

21

Ø1

2 c/3

2

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/3

2

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/3

2

1Ø

12

c/4

0

1Ø

12

c/4

0

1Ø12 c/191Ø12 c/19

1Ø12 c/32 1Ø12 c/32

1Ø12 c/321Ø12 c/32

1Ø12 c/19

1Ø12 c/40

1Ø12 c/40

1Ø12 c/24

1Ø12 c/24

1Ø12 c/24

1Ø12 c/24

1Ø12 c/24

1Ø12 c/24

1Ø12 c/40

1Ø12 c/40

1Ø12 c/20

100 %

50 %

RESTANTE

AR

RIB

AA

BA

JO

FA

JA

C

EN

TR

AL

50 %

RESTANTE

100 %

AR

RIB

AA

BA

JO

FA

JA

D

E C

OL

UM

NA

Porcentaje

minimo de Ag

en la seccion.

FA

JA

UB

IC

AC

IO

N

DETALLE DE ARMADURAS

C001C006C011C016C021

LOSA 13 LOSA 09 LOSA 05 LOSA 01

1,08 2,26 2,26 2,26 1,08

1,553,23,23,21,55

10,7

10,7

1Ø12 c/20

2,49 2,54 2,49

4,55 3,79 3,79 4,55

10,7 10,7

1Ø12 c/32

1Ø12 c/32

1Ø12 c/201Ø12 c/20

1Ø12 c/40 1Ø12 c/401Ø12 c/40

1Ø12 c/40

1Ø12 c/20

100 %

50 %

RESTANTE

AR

RIB

AA

BA

JO

FA

JA

C

EN

TR

AL

EX

TE

RN

A

2,49 2,54 2,49

4,55 3,79

3,79

4,55

10,710,7

1Ø12 c/401Ø12 c/40

columna de 40x40

perchas constructivas

Ø 8mm.

0.08 0.50

Est cerrados de 2 ramas

(Ø8 c/7,00cm)

Est ce

rra

do

s d

e 2

ra

ma

s

(Ø

8 c/7

,0

0cm

)

Perimetro a partir del cual

no se requieren estribos.

VISTA EN PLANTA DE CRUCETA PARA

COLUMNAS INTERNAS Esc 1:10

ESTRUCTURAS DE HORMIGON ARMADO Y · PDF fileconcreto (2cm) y piso de ... Tipo de columna...

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