Memorias Krone

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KRONE Memorias recopilacion de memorias de cálculos 1995-2009 Se presentan las memorias de cálculos de los diseños estructurales de varios edificios realizados por el autor para KRONE S.A. DE C.V. entre los años de 1993 a 2009, tales como Mercafón, Planta AXTEL Guadalajara, una serie grande de obras para Cigarrera La Moderna y Club Hípico El Diente y, rec ientemente , la torre de la Universidad Metropolitana de Monterrey unidad Washington

2009

FRANCISCO GARZA MERCADO IC MIE

01/01/2009

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INDICE

Prologo…..5 Revisión Centro Deportivo PS Cigarrera La Moderna…..7

Caballerizas Club Hípico El Diente…..11 Cubierta Casa Club, Club Hípico El Diente…..21

Bodega de Obstáculos, Club Hípico El Diente…..23 Cisterna Rancho El Espejo, Agroindustrias La Moderna…..29

Centro Deportivo Sociedad de Previsión Social La Moderna…..35 Cisterna Tabacos del Pacífico…..47

Edificio Administrativo rancho El Rocío…..53 Elevador exterior Vector, Casa de Bolsa…..57

Merkafon Escalera de emergencia y elevadores…..67 Rancho El Mexicano, Cubierta salto en libertad…..79

Bodega de eventos Club Hípico El Diente…..85 Edificio Axtel Switch 2 Guadalajara Diseño 1…..93

Sala de Consejo VIP2 Club Hípico El Diente…..114 Edificio Axtel Switch 2 Guadalajara Diseño 2…..121

Instituto San Roberto Valle Alto….159 Escuela de Graduados Duxx…..197

Ampliación 2005 Escuela de graduados Duxx…..213 Almacenadora Comercial América. Bodega San Nicolás…..233

Edifico Universidad >Metropolitana de Monterrey, Unidad Wahington…..237

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PROLOGO

Se inicio lo que después sería Krone como una extensión técnica de Cigarrera La Moderna, S. A. de

C .V. Mi primer contacto fue con el Ing. José Zambrano, recuerdo que del servicio de construcción y

mantenimiento de la cigarrera, en junio de 1993, para hacer una revisión económica del proyecto de

ampliación del Centro Deportivo de la Sociedad de Previsión Social de Cigarrera La Moderna,

originalmente hecho por otros. Se trataba, en esa ocasión, de hacer una revisión de seguridad del

proyecto, además de proponer ideas para reducir costos, que se terminó cumpliendo ambos objetivos, y

que después rediseñé completamente.

Meses después, se formó, el Departamento de Proyectos Especiales de Cigarrera La Moderna, para

dar servicios de ingeniería y construcción a la empresa cigarrera, dirigido por el Ing. Mario González.

El Arq. Rogelio González Garza entró al Departamento como supervisor de las obras del Club Hípico

El Diente, quien me llamó para una revisión económica del proyecto de unas caballerizas. Pude, en

efecto producir ahorros considerables al modificar un poco lo estructural, después de lo cual

permanecí asesorando al Departamento en muchos proyectos del club Hípico y relacionados con el

mismo: cubierta de la Casa Club; bodega de obstáculos; cisterna Rancho El Espejo, para Arq. Mario

de León, modificaciones al proyecto del Centro Deportivo mencionado en el párrafo anterior;

Cisterna de 510 m3 para LA Gerencia de Tabacos del Pacífico de Tepic; elevador exterior del edificio

existente de Vector Casa de Bolsa, este para el Arq. Salvador Molina; y otras más.

Para Marzo de 1998, cambió su nombre al actual, de KRONE, S.A. de C.V., con el cual permanece

hasta el presente. Reinicié con ellos mi trabajo con las escaleras de emergencia y elevadores del

edificio existente de Merkafon, ahora bajo la gerencia de Arq. Salvador Molina y Rogelio González

Garza. Coincidió ese cambio de nombre con un cambio de mis grafismos de Garza Mercado y

Asociados, S.A, como se muestra a partir de la hoja 61 de estas memorias.

Seguimos con la cubierta del Salto en Libertad, del rancho “El Mexicano”, Bodega de Eventos del Club

Hípico El Diente, con la gerencia de Ing. Ramiro Reséndez, y ya dentro del año 2000, el edificio de

Axtel Switch II en Guadalajara, directamente bajo la dirección de Ing. Mario González e Ing. Luis

Mata, del cual se hicieron dos versiones un poco distintas, Sala de consejo VIP 2 del Club Hípico El

Diente; el conjunto de edificios del Instituto San Roberto, y, al final de este ciclo, el edificio de la

Escuela de Graduados Duxx, del cual se hicieron dos versiones, la original en 1997 y, la ampliación

de los pisos superiores en 2005, y la revisión de3 la bodega San Nicolás de Almacenadora Comercial

América.

En Junio de 2008 después de una separación de un par de años, volví a Grupo Krone, Desarrollos

Inmobiliarios y Gerencia de proyectos ahora bajo la dirección del Ing. Luis Mata, para revisiones de

proyectos de casas, la revisión económica de Torre Krone y la ingeniería del edificio de la Universidad

Metropolitana de Monterrey, unidad Washington.

Garza Mercado y Asociados, S.A.

CD. VILLAFRANCA 6609 CP64346, HDA SANTA CLARA. TEL.10-8151 SECRETEL 18-0528. MONTERREY, N.L

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CIGARRERA LA MODERNA, S.A. DE C.V

Ave. Francisco I. Madero 2750 Pte

Monterrey, N.L.

Atn. Ing. José Zambrano

Junio

24

de

1993

De acuerdo a nuestra carta convenio de Mayo 27, practiqué la revisión de seguridad de la memoria de

cálculos y 9 planos estructurales del proyecto de ampliación del Centro deportivo de la Sociedad de

Previsión Social de Cigarrera La Moderna., que usted tuvo a bien ordenarme. Mis conclusiones son

las siguientes:

Las copias que me proporcionaron las devuelvo revisadas en la siguiente forma: En marcador amarillo

lo que está correcto; en tinta roja correcciones o aclaraciones y, en tinta verde, los elementos que se

deben borrar.

Memoria de cálculos:

La mayor parte está cruzada en amarillo, significando que en general la encontré correcta. En el resto

encontré diferencias o errores, que se marcan en la copia de revisión. Debo aclarar que la memoria está

fechada en Noviembre-Diciembre de 1990, hace dos años y medio, y estoy seguro que la copia que

me proporcionaron no es la versión final revisada y corregida, puesto que algunos errores notables

(por ejemplo en el cálculo de la losa de entrepiso de hoja 36) los encontré ya corregidos en el dibujo

S-5.

Las máximas diferencias las encontré en las zapatas: la mayor parte, según nosotros, están sobradas y

cuando menos una escasa. Las de límite con el edificio existente están sobradas de capacidad pero son

inestables. De eso hablaremos más adelante al referirnos a los planos.

Las columnas no están calculadas dentro de la memoria, por lo cual se necesita rediseñarlas a flexo-

compresión para su condición de continuidad con las vigas del marco rígido, pero no creo que haya

problemas por esto.

En la hoja 51, donde se calculan cargas para el marco metálico de refuerzo de lo existente, por no estar

enterados del sistema reticular celulado calcularon un peso propio de 645 kg/m2, cuando en realidad es

de 480 kg/m2. Esto es favorable para su proyecto y lo comentaremos al final.

Hoja 1 de 3



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Planos estructurales

Plano S-1: En nuestra opinión este plano no puede aprobarse para construcción tal como está, por lo

siguiente:

1.- La zapata Z1, aumentando el refuerzo a #5@ 15, en lugar de #5@ 25, puede servir para

la carga máxima en el eje E2, con Pu=122 ton. En el resto de los ejes las Z1 están

obvia mente sobradas, pudiendo usarse tamaños menores.

2.- Las zapatas Z2 están sobradas de capacidad pero son inestables. Para evitar el volteo se

necesita una trabe de liga o alguna solución equivalente, como en zapatas de límite de

propiedad. Las zapatas del eje 3 pueden ser de 3.00 x 1.60 m. y las del eje 7 de

2.20 x 1.60, sujetas a revisión

3.- En el reverso del plano se presentan criterios para dicha revisión.

Plano S-2: La zapata única, marca Z1, está sobrada: pudiendo ser de 1.60 x 1.60 m. El peso de la tie-

rra sobre la zapata no tiene que considerarse. Por lo que explicaremos mas delante, es

posible que esta cimentación no se necesite, en cuyo caso este dibujo se anula.

Plano S-3: En general este dibujo está bien; solo se indican correcciones menores. Es posible, sin

embargo, que los marcos metálicos de refuerzo no se necesiten, como veremos más adelante,

en cuyo caso el dibujo se anula.

Plano S-4: En general este dibujo está correcto con solo las correcciones indicadas.

Plano S-5: En la memoria de cálculos detectamos errores notables que, sin embargo, ya encontramos

corregidos en el plano, lo que significa que la copia que nos dieron no estaba originalmente te revisada ni

corregida. Con esto el dibujo está correcto, con solo las correcciones

Indicadas.

Plano S-6: Encontramos también este plano correcto, con solo correcciones menores.

Plano S-7: No se incluyó este dibujo en la revisión solicitada

Plano S-8: Esta correcto, salvo por correcciones menores.

Revisamos además 2 planos del sistema de Losas Reticulares, S.A. de C.V., con los que, suponemos,

fueron construidas las losas existentes. Naturalmente esta revisión fue para tratar de determinar las cargas

de diseño.

hoja 2 de 3



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Conclusiones:

En general encontramos la memoria de cálculos correcta. En algunos puntos, donde detectamos errores

notables (como considerar con continuidad algunas vigas simplemente apoyadas, o vigas de entrepiso con

cargas de azotea), los encontramos correctos en los planos, cosa que nos indica, como antes se dijo, que

nos proporcionaron una copia en su versión no definitiva, no revisada ni corregida.

Las zapatas de límite son inestables, recomendándose para evitar el volteo una trabe de liga o una

solución equivalente. A la zapata crítica, del eje E2, le falta un poco de refuerzo, pero el resto de las

zapatas están sobradas. La viga de torsión en eje D la encontramos escasa, debiendo tener un ancho

mayor. Con estas aclaraciones el proyecto en general es aceptable. Se indican con rojo las correcciones en

la memoria de cálculos y el juego de planos estructurales.

Una cosa que nos parece muy favorable para sus fines es que, de los planos de la losa reticular celulada

existente, se deduce que aparentemente dicha losa fue calculada como entrepiso o terraza. Platicaremos la

forma de comprobarlo, pero, de ser así, se ahorrarían ustedes alrededor de -------- N$ 120,000 por no

necesitarse el marco metálico de refuerzo ni su cimentación, y además evitarán las molestias de romper

pisos y plafones existentes, que están en muy buen estado.

Por otro lado, con el rediseño de las zapatas ganarán ustedes seguridad y menor costo.

Recordará Ud. que en nuestra carta cotización incluimos la revisión de la memoria y los planos

estructurales, así como la proposición de soluciones más económicas, cosas que estimamos ya cumplidas.

Sin embargo, no se incluyó el desarrollo detallado de tales soluciones (como el rediseñar columnas y

zapatas o eliminar los marcos), que será objeto de otra plática.

Esperando su aprobación, quedamos de ustedes,

A t e n t a m e n t e

GARZA MERCADO Y ASOCIADOS, S.A.

Ing. Francisco Garza Mercado.

hoja 3 de 3



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CIGARRERA LA MODERNA, S. A. DE C. V.

DEPARTAMENTO DE PROYECTOS ESPECIALES

CABALLERIZAS EL DIENTE

CABALLERIZAS RECTANGULARES

MODIFICACIONES AL PROYECTO D I S E Ñ O E S T R U C T U R A L

M E M O R I A D E C A L C U L O S

MONTERREY, N.L, NOVIEMBRE 1993



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CIGARRERA LA MODERNA, S.A. DE C.V. DEPARTAMENTO DE PROYECTOS ESPECIALES

CABALLERIZAS RECTANGULARES EL DIENTE

M O D I F I C A C I O N E S A L P R O Y E C TO.

DISEÑO ESTRUCTURAL. MEMORIA

MONTERREY, N.L., NOVIEMBRE DE 1993

1.0 ANTECEDENTES

SE REFERIRA LA PRESENTE MEMORIA A LAS MODIFICACIONES AL PROYECTO DE LAS CABALLERIZAS

RECTANGULARES DEL DIENTE, PROMOVIDAS POR EL DEPARTAMENTO DE PROYECTOS ESPECIALES DE

CIGARRERA LA MODERNA, S.A. DE C.V.

EL PROYECTO ARQUITECTONICO ES ORIGINAL DE LANDA-ALESSIO ROBLES, ARQUITECTOS. LOS DISEÑOS

ESTRUCTURALES ORIGINALES FUERON REALIZADOS POR FARIAS ARROYO CONSTRUCCIONES, S.A. DE C.V.

EN OCT. DEL 93 Y RECIENTEMENTE REVISADOS POR NOSOTROS A SOLICITUD DEL ARQ. ROGELIO

GONZALES GARZA, SUPERVISOR DEL PROYECTO POR CUENTA DEL DEPARTAMENTO DE PROYECTOS

ESPECIALES.

LA REVISION MENCIONADA BUSCA PROPONER SOLUCIONES ALTERNATIVAS MÁS ECONOMICAS, EN CASO DE

SER POSIBLE, ENFOCADAS EN LOS PUNTOS SIGUIENTES:

1. SUBSTITUIR EL MARCO RIGIDO ORIGINAL POR ARMADURAS SIMPLES

2. REDISEÑAR COLUMNAS, ZAPATAS Y CIMENTACIONES CORRIDAS

AL FINAL SE AGREGA UNA OPCION SOLICITADA POR EL ARQ. AGUSTIN LANDA VERTIZ2.0 DESCRIPCION

2.0 DESCRIPCION

SE TRATA DE DOS EDIFICIOS PARA LAS CABALLERIZAS RECTANGULARES. CADA UN0 ESTA CONSTI TUIDO POR

UNA NAVE RECTANGULAR DE 16x60 M. APROXIMADAMENTE, CON UN PORTAL EXTERIOR CU BIERTO DE

3x60M.

LA ALTURA LIBRE DE LAS COLUMNAS ES DE 4.75 M. EN LA NAVE Y DE 2.40 M. EN EL PORTAL. LA CU BIERTA

INTERIOR ES DE DOS AGUAS, CON PENDIENTE DE APROXIMADAMENTE 1:3, LINTERNILLA CEN TRAL, TAMBIEN DE DOS AGUAS, DE 3.98 M DE ANCHO Y ALTURA VARIABLE DE 1.20 A 2.40 M. LA CUBIERTA DEL PORTAL ES DE

UNA SOLA AGUA, CON LA MISMA PENDIENTE. LOS ARQUITECTOS PIDEN UNA CUBIER TA DE MADERA Y TEJA

DE BARRO.

LOS MUROS SERAN DE PIEDRA DE LA REGION EN SU PARTE INFERIOR, HASTA UNA ALTURA DE 1.25 M, Y DE

LADRILLON DE SALTILLO DE 18 CM. EN EL RESTO.

VEANSE LOS PLANOS ARQUITECTONICOS DE LANDA-ALESSIO ROBLES Y LOS PLANOS ESTRUCTU RALES CR-

CE-1, CR-CE2 Y CR-CE-3 ANEXOS.



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3.0 ESPECIFICACIONES Y MATERIALES:

3.1 ESPECIFICACIONES DE DISEÑO:

USAREMOS LAS SIGUIENTES, USUALES EN NUESTRO

MEDIO:

CARGAS: REGLAMENTO DEL D.D.F., 1987

CONCRETO REF. ACI-318-89

ACERO ESTRUCTURAL: AISC-1985

3.2 ESPECIFICACIONES DE CONSTRUCCION:

SEGUIREMOS LAS SIGUIENTES:

CONCRETO: ACI-301-72


3.3 MATERIALES PRINCIPALES:

SE PROPONEN LOS SIGUIENTES:

CONCRETO: f''c= 200 KG/CM2.

ACERO DE REFUERZO: fy =4200 KG/CM2.

PERFILES TUBULARES PER fy=3230 KG/CM2.

ACERO ESTRUCTURAL: ASTM A-36

ANCLAS DE ACERO : ASTM A-307.

ESFUERZO ADMISIBLE EN SUELO: f= 1.5 KG/CM2.

4.0 CARGAS BASICAS

LAS CARGAS SIGUIENTES SE DETERMINAN DE ACUERDO A LOS ACABADOS ESPECIFICADOS EN LOS PLANOS ARQUITECTONICOS.

4.1 CARGAS DE LA CUBIERTA C. MUERTAS Y VIVAS

TEJA Y MADERA 120 KG/M2.

POLINES Y CONTRAV. 20 "

INSTALACIONES 20 "

TOTALCARGA MUERTA 160 "

CARGA VIVA 60 "

CARGA TOTAL 220 "

4.2 CARGAS DE VIENTO ZONA EOLICA ( CFE ) NO. 3

VEL. REGIONAL Vr= 115 KM/H

FACTOR DE TOPOGRAFÍA K= 1.00

FACTOR DE RÁFAGA Fr = 1.00

VEL.BÁSICA VB= K*VR=1.0*115= 115Kkm/h

VEL. DE DISEÑO Vdis= 1.0 * 115 = 115 Km/h

ALTURA S/NIV. MAR H= 0.60 km.

G=(8+H)/(8+2H) = 0.94



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P=.0048*G*C* Vd=.0048*.94*1152*C = 60 C C= 0.75 ====> PV = 45 KG/M2

C= 0.68 ====> PV = 41KG/M2

DADA LA MAGNITUD DE LAS CARGAS MUERTAS Y VIVAS, PARA EL ANALISIS DE LAS ARMADURAS DE LA

CUBIERTA LAS CARGAS DE VIENTO NO RIGEN. EN CAMBIO SON CRITICAS PARA LAS COLUMNAS Y LOS MUROS

DURANTE LA CONSTRUCCION.

5.0 ESTRUCTURA DE LA CUBIERTA

5.1 LARGUEROS: SE CALCULA EL CRITICO Y EL RESTO SOLO SE

REDUCE EL CALIBRE.

w= 220 * 3.00 = 660 KG.ML.;L= 4.15 M. MAX.

M= 660*4.15^2/8 = 1420 KG-M

Sx= 1420*100/2100 = 67.6 CM3.

USAR SECCION CAJON DE 2-6MT12 EN EL MAX. Y

2-6MT14 EN RESTO. VER DIB. CR-CE-2

PESO UNITARIO DE LARGUEROS. y C.V

LARGUEROS=(2*12.31+7*8.91)/15.80 = 5.5 kg/m2

CONTRAV. = ESTIMADOS EN = 1.5

TOTAL = 7.0 kg/m2

5.2 ARMADURAS

EN EL PROYECTO ORIGINAL EL ANALISIS DE COLUMNAS Y CUBIERTA SE HIZO CONSIDERANDO AL CONJUNTO

COMO UN MARCO RIGIDO. NOSOTROS PROPONEMOS SUBSTITUIR EL MARCO SUPERIOR POR UNA ARMADURA

SIMPLE, APOYADA EN COLUMNAS AUTOPORTANTES, CON LO CUAL PENSAMOS REDUCIR MUY

NOTABLEMENTE EL PESO Y COSTO DE LA ESTRUCTURA. PARA EL PROYECTO ORIGINAL ROGAMOS

CONSULTAR LA MEMORIA ORIGINAL Y LOS PLANOS CORRESPONDIENTES. PARA LA SOLUCION PROPUESTA

POR NOSOTROS SE ANEXAN PLANOS.

EL PLANO No.CR-CE-3 MUESTRA LA SECCION TRANSVERSAL DE LA NAVE. DE LA CUAL SE EXTRAE LA MEDIA

ELEVACION DE LA FIGURA SIGUIENTE, EN DONDE:

P1 = .220x3.00x4.15 = 2.74 Ton. (MAX.)

P2 = .2.74/2 = 1.37 Ton.

P3 = .220*1.90*4.15/2 = 0.87 Ton. c/u

LOS ESFUERZOS SE RESUELVEN POR EL METODO GRAFICO, PERO FACILMENTE SE PUEDEN REVISAR

ANALITICAMENTE; POR EJEMPLO:

ESFUERZO EN C. INF. A1:

T = 5.85* 6.00/2.10 = 16.7 TON. OK.

ESFUERZO EN C.SUP. C1

P= 16.7*6.36/6.00 = 17.7 TON. OK



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DISEÑO DE MIEMBROS

CUERDA SUPERIOR:

Pmax= 17.7 Ton., L= ( 300^2+105^2)^.5= 318 CM.

SUPONEMOS 2 PER 102x51x3.2 CON As= 9.01 CM2

CON SEPARADORES @ LC CLARO

Lx/rx = 318/3.8 = 84 ------------> Fa= 1223 KG.CM2

Ly/ry = 159/2.1= 76 < 84.

CAP = 2*9.01* 1.223 = 22.0 Ton > 17.7 Ton. OK.

LA SECCION PROXIMA MENOR, DE 76x51 o 76x76 NO

PASAN O PESAN MAS.

USAR 2PER120x51X3.2 MM.- 14.24 KG/M.

CUERDA INFERIOR

Tmax = 16.7 Ton.

As = 16.7/1.94 = 8.61 CM2.

USAR 2 PER DE 51x51x2.8 MM.- 8.00 KG/ML

DIAGONAL 2/3

P = 4.1 Ton., Lx=Ly= 3.18 M.

CON 1 PER 64x64x3.2

Lx/rx= 318/2.44= 130 -----> Fa= 622 KG/CM2.

CAP = .622*7.40 = 4.6 Ton. > 4.1, OK

USAR 1 PER 64x64x3.2 - 5.84 KG/ML.

EL RESTO DE LOS ELEMENTOS TIENEN ESFUERZOS MUY CHICOS Y PUEDEN SER TODOS IGUALES AL

ANTERIOR.



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PESO DE UNA ARMADURA

C.SUP.INCLINADA = 2*6.33*17.24 = 218 KG

C.SUP.HOR'TAL = 1*3.82*17.24 = 66

C.INFERIOR = 1*15.80*8.00 = 126 MONTANTES = 8.70*5.84 = 51

DIAG. Y HTALES = 20.30*5.84 = 117

SUBTOTAL 578 KG.

10% PLACAS Y DESP. 58

TOTAL 636 KG.

w = 636*14/(15.80*60.30)= 9.3 kg/m2.

5.3 PESO TOTAL CUBIERTA NAVE

PESOS UNITARIOS:

ARMADURAS = 9.3 KG/M2

LARGUEROS Y CONTRAV. = 7.0 "

TOTAL = 16.3G/M2.

TOTAL EN DOS CABALLERIZAS:

W = 2*15.8*60.30*16.3/1000 = 31.0 TON.

ES NOTABLE QUE EL PESO DE LA ESTRUCTURA ORIGINAL, SEGUN LA INFORMACION QUE NOS FUE

PROPORCIONADA POR EL CLIENTE, POR CONCEPTO DE ARMADURAS DE LA CUBIERTA Y CONTRAVENTEO, ES

DE 122 TON, ESTO REPRESENTA UN AHORRO DE 91 TON. SOLO EN ESTAS PARTIDAS. NO SE INCLUYE AQUI EL

AHORRO ADICIONAL POSIBLE EN LAS PARTIDAS DE COLUMNAS, CUBIERTA DEL PORTAL Y EN

CIMENTACIONES.

5.4 LARGUEROS DEL PORTAL

EL ANCHO DEL PORTAL ES DE 3.00, IGUAL AL ESPACIAMIENTO DE LOS LARGUEROS DE LA CUBIERTA,

NECESITANDOSE ENTONCES LA MISMA SECCION, 2-6MT-14. SE PONDRA UNA LINEA DE LARGUEROS, CON

PESO TOTAL EN DOS CABALLERIZAS DE 8.91*1*60.30*2 /1000 = 1.1 TON. SE AGREGARAN ADEMAS LARGUEROS

HORIZONTALES TRANSVERSALES EN CADA EJE SOLO POR RAZONES ARQUITECTO NICAS, CON PESO DE 0.8

TON EN DOS CABALLERIZAS .

VEANSE DIBUJOS CR-CE-2 Y CR-CE-3 ANEXOS.

6.0 CALCULO DE COLUMNAS.

LA CARGA DE LA CUBIERTA EN LAS COLUMNAS ES DE SOLO 7.22 TON, MUY CHICA. PARA EL DISEÑO DE LA

COLUMNAS Y SU CIMENTACION RIGE LA CONDICION DURANTE LA CONSTRUCCION, QUE ES CUANDO EL

MURO ESTA SUJETO A PRESION MAS SUCCION DEL VIENTO, COMO EN UNA BARDA ALTA.

CARGA DE VIENTO w= 45+41 = 86 KG/M2.

Wcol. = .75*86*4.00 = 260 KG/M.L.

Mv = 260*4.75^2/2 =2930 KG-M. d = .26*( 2930/0.30)^.5 = 26 CM.< 35+5=40 CM.



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As= 2930/(1700*.89*.35) = 5.5 cm2= 3#5

COLUMNAS DE 30x40 CM.- 8#5-EST.#3@25

PEDESTALES DE 35X45 MISMO REFUERZO

SE NOS PIDIO REVISAR LAS COLUMNAS DEL PROYECTO ORIGINAL, YA HABILITADAS SEGUN DICHO DISEÑO.

SE TRATA DE COLUMNAS IPR-305x165-52.2 KG/M. CON Sx= 752 CM3.

fb = M/Sx = 2930 *100 / 752 = 390 KG/CM2 COMO LA COLUMNA ESTA ATIESADA EN TODA SU

ALTURA POR EL MURO, RESULTA

Fb = 1520 KG/CM2 >> 390. MUY SOBRADA.

CONSTATAMOS QUE LA COLUMNA DE CONCRETO TIENE UN COSTO DE APOXIMADAMENTE EL 40% DEL DE LA

COLUMNA METALICA, LO CUAL EQUIVALE A UN AHORRO DE 10 TON.ADICIONALES, APROXIMA DAMENTE,

DE ACERO ESTRUCTURAL. EL AHORRO TOTAL EQUIVALE A 100 TON. O UN 70% DEL TOTAL ORIGINAL

LAS COLUMNAS DEL PORTAL TIENEN CARGAS MUY

CHICAS, DE SOLO .220*4.00*1.50= 1.3 TON.,

RESULTANDO MINIMAS, Y DE ACUERDO A REQUISITOS ARQUITECTONICOS.

COLS. DE 30 CM DIA.- 6#5-ESTR.#3@25 CM.,DE

CONCRETO REFORZADO O DE MADERA

7.0 DISEÑO DE ZAPATAS

ZAPATA Z1 DE LA NAVE

LA ESTABILIDAD DE LAS ZAPATAS ES CRITICA

DURANTE LA CONSTRUCCION: SUPONEMOS ZAPATA

DE 1.50x1.50x0.30 M. A 1.50 M. DE PROFUNDIDAD

CARGAS VERTICALES :

MUROS = .250* 3.50*4.00 = 3.5 TON.

+ 2.40* 1.35*0.40*4.00 = 5.2 "

CIMIENTO = 2.40* 1.50*0.60*4.00 = 8.6 "

TIERRA S/ZAP.= 1.60*1.50*1.50*1.20 = 4.3 "

P.PROPIO = 2.40*1.50*1.50*0.30 = 1.6 "

TOTAL 23.2 TON

CARGA DE DISEÑO = .75*23.2= 17.4 TON.

MOMENTO RESISTENTE

MR = 17.4*1.50*2 = 13.0 TON-M

MOMENTO VOLTEANTE ( VIENTO)

MV= .26*4.75*(4.75/2+1.50) = 4.8 TON-M

FSV= MR/MV= 13.0/4.8 = 2.7>>1.8 OK

ESFUERZO EN SUELO:

x = (13.0 - 4.8)/17.4 = .47 M. < B/3 = .50 M.

b' = 3x = 1.41 M.

ft = 2P/ab' = 2*17.4/(1.50*1.41)16.5 TON/M2.



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fn= 16.5-.75*1.6*1.50=14.8 TON-M2= 1.5 KG/CM2

MUY BIEN

ZAPATA Z2 DEL POTAL

PARA LA CARGA DE 1.5 TON. Y EL PESO PROPIO SE REQUIERE DE ZAPATA MINIMA DE 90x90CM

ESPESORES Y REFUERZO

LA TABLA SIGUIENTE LA OBTENEMOS

DIRECTAMENTE DEL MANUAL CRS1-63 PARA LOS

TAMAÑOS ANTES CALCULADOS Y UN ESFUERZO DE

1.5 KG/CM2.

TABLA DE ZAPATAS:

MCA DIMENS. PER REF.L. REF.C.

Z1 150x150 30 5#6 5#6

Z2 90 x 90 30 5#4 5#4

CLAVE:

MCA = MARCA DE LA ZAPATA.

DIMENS. = DIMENSIONES EN PLANTA, CM.

PER. = PERALTE EN CM.

REF.L = REFUERZO LARGO

REF.C.= REFUERZO CORTO

VALE LA PENA MENCIONAR QUE LAS ORIGINALES SON DE 140x170x35 Y 120x120x35 CM.,. RESPECTI VAMENTE, MAYORES QUE LAS PROPUESTAS AHORA.

CIMIENTOS CORRIDOS

DEBIDO A QUE SE PIDE UN MURO DE PIEDRA EN LA

PARTE BAJA DE LOS MUROS, SE REQUIERE UN

CIMIENTO CORRIDO DE 60 CM. DE ANCHO Y

PROFUNDIDAD DE 1.50 M. APROXIMADAMENTE.

MONTERREY, N.L., NOVIEMBRE DE 1993

ING. FRANCISCO GARZA MERCADO

8.0 MODIFICACIONES POR ARQUITECTURA

EL ARQUITECTO AGUSTIN LANDA VERTIZ, AUTOR DEL PROYECTO, SOLICITO UNA REVISION DE LA

ESTRUCTURA METALICA POR RAZONES ESTETICAS QUE CONSISTE EN LA UTILIZACION DE ELEMENTOS IPR -- SIMILARES A LOS DEL PROYECTO ARQUITECTONICO ORIGINAL -- EN LUGAR DE LOS MONTEN Y PTR

UTILIZADOS EN LA PROPOSICION ANTERIOR. PARA EL EFECTO NOSOTROS PROPORCIONAREMOS LOS

ELEMENTOS MINIMOS NECESARIOS, DEJANDO EN LIBERTAD AL ARQUITECTO Y AL CLIENTE PARA USAR

SECCIONES MAYORES. SEA COMO SEA, COMO EL ESFUERZO ADMISIBLE EN LAS SECCIONES IPR ( ACERO A36 )

ES EL 70% APROXIMADAMENTE DEL ADMISIBLE EN LAS SECCIONES MONTEN O PER, ES DE ESPERARSE UN

AUMENTO DEL ORDEN DEL 40% O MAS EN EL PESO DE LA ESTRUCTURA METALICA, AUN ASI BASTANTE

MENOR TODAVIA AL DE LA ESTRUCTURA ORIGINAL.



19

8.1 POLINES DE MADERA CALCULAREMOS LOS POLINES DE LA CUBIERTA DE

MADERA PARA TENER UNA BASE PARA EL DISEÑO

DE LOS LARGUEROS METALICOS.

wm = 120 KG/M2

wv = 60 KG/M2

wt = 180 KG/M2

s = .80 M.

POLINES L= 3.00 M.

Mm = 120*.80*3^2/8 = 108 KG-M

Mv = 180*.80*3`2/8 = 162 KG-M Sm = 108*100/30 = 360 CM3 = 22.0 PG3 = 3"x8"

St = 162*100/50 = 324 CM3 < 360

SE NEC. POLINES MINIMOS DE 3"x8"@ .80 M

POLINES L = 1.90 M.

Sm = 360*1.90^2/3.00^2 = 144 CM3 = 8.8 PG3

SE NEC. EN LINTERNILLA POLINES 2"x6"

EL ARQUITECTO PUEDE USAR SECCIONES MAYORES

SI RESULTAN CONVENIENTES, TALES COMO 4"x8" Y

4"x6", RESPECTIVAMENTE,

8.2 LARGUEROS METALICOS POLINES P1

s = 3.00 M., L = 4.15 M.

w = 180*3.00+15 = 555 KG/M.

M = 555*4.15^2/8 = 1200 KG-M.

CON IPR 8"x4"-14.9 KG/M, ATIESADO EN LC. Ly/rb = 208 / 2.7 = 77 -----> F1 = 1213 KG/CM2

Ld/Af = 208*3.87= 805-----> F2= 1053 KG/CM2

Sreq = 1200*100/1213 = 99 CM3 < 127, OK

SE NEC. IPR 8"x4"-14.9 KG/M. ATIES. EN LC

POLINES P2 LINTERNILLA

s = 1.90 M.

w= 180*1.90+15 = 360 KG/ML.

M= 360*4.15^2/8= 775 KG-M.

CON IPR 6"x4"- 12.7 KG/M ATIESADOS EN LC. Ly/rb = 208/2.70 = 77 -----------> F1= 1236 KG/CM2

Ld/Af =208*3.02= 628-----------> F2= 1343 KG/CM2

Sreq.= 77500/1343=58 CM3< 83, OK

SE NEC. IPR 6"x4"- 12.7 KG/M.

DE NUEVO, EL ARQUITECTO PUEDE USAR

SECCIONES MAYORES SI ASI CONVINIERA AL

PROYECTO.

8.3 ARMADURAS



20

CUERDA SUPERIOR

P = 17.7 TON, L= 3.18 M.

LAS IPR DE 8"x4" NO PASAN

CON IPR-8"x51/4- 25.3 KG/M

Ly/ry = 318/2.94 = 108 -----> Fb= 839 KG/CM2

CAP.= 32.26 * 839/1000 = 27.0 TON> 17.7 OK

CUERDA INFERIOR

T=16.7 TON.

As= 16700/1520= 11.0 CM2

USAR IPR 6"x4"-12.7 KG/M.

DIAGONALES Y MONTANTES

P = 4.1 TON, L= 318 CM.

CON IPR 6"x4"-12.7 KG/M.

L/r= 318/2.21= 144 ------> Fa = 505 KG/CM2

CAP.= 16.13x 505/10008.2 TON. > 4.1

DE LA SERIE DE IPR´s NO HAY UNA SECCION MENOR.

8.4 PESO DE LA ESTRUCTURA.

PARA COMPARACION SOLO SE PESA LA ESTRUCTURA DE LA CUBIERTA. NO INCLUIMOS COLUMNAS NI ALERO EXTERIOR.

POLINES P1= 14.9*60.15* 6*2/1000 =10.8 TON.

P2= 12.7*60.15* 3*2/1000 = 4.6

ARMAD. CS= 25.3*16.50*14*2/1000 =11.7

CI= 12.7*15.80*14*2/1000 = 5.6

MyD= 12.7*29.00*14*2/1000 =10.3

CONT.V. PP= 1.0*20.30*15*2/1000 = 0.6

CV= 1.6*60.00* 5*2/1000 = 1.0

TOTAL = 44.6 TON

ESTO EN LUGAR DE LAS 31 TON. DE NUESTRA

PROPOSICION ANTERIOR, PERO MUCHO MENOR QUE

LAS 122 TON. DEL DISEÑO ORIGINAL



21

CIGARRERA LA MODERNA, S.A. DE C.V. MARZO 14 DE DE 1994

GERENCIA DE SERVICIOS DE INGENIERIA

CLUB HIPICO EL DIENTE. CASA CLUB

VIGAS DE LA CUBIERTA

DISEÑO ESTRUCTURAL ATN. ARQ. ROGELIO GONZALEZ GARZA

SE REFERIRA ESTE ESCRITO AL DISEÑO ESTRUCTURAL DE LAS VIGAS DE LA CASA CLUB DEL CLUB HIPICO EL

DIENTE, SEGUN PLANOS, SIN SELLO NI NUMERO DE IDENTIFICACION, PROPORCIONADOS POR EL CLIENTE.

SE OFRECEN DOS OPCIONES DE CALIDADES DE MADERA Y UNA CON VIGAS TIPO MONTEN METALICAS,

FORRADAS CON MADERA.

CARGAS, MOMENTOS Y CORTANTES

PESO DE LA CUBIERTA

MADERA,TEJA, POLINES Y ACABADOS 120 KG/M2.

CARGA VIVA 60 KG/M2.

CARGA TOTAL 180 KG/M2

VIGAS V1:

S= 2.80 M. L= 4.50 M. w= 180*2.80= 504 kg/m. M= 504*4.50^2/8= 1280 KG-M.

V = 504*4.50/2 = 1130 KG.

VIGAS V2:

S= 1.00 M. L= 2.80 M. w= 180*1.00= 180 kg/m.

M= 180*2.80^2/8=176 KG-M.

V = 180*2.80/2 = 252 KG.

VIGAS V3:

S=4.10 M. L= 5.50 M. w= 180*4.10= 740 kg/m.

M= 740*5.50^2/8= 2800 KG-M. V = 740*5.50/2 = 2040 KG.

SECCIONES

Sx= 100*M/fb , v = V/A

MATERIAL VIGA fb M V Sxr SECC. Sx A fb v NOTAS

MCA KG/CM2 KG-M KG. CM3 PULG. CM3 CM2 KG/CM2 KG/CM2

MADERA 1 V1 30 1280 1130 4267 8 x16 4916 750 26 1.51 0K

V2 30 176 252 587 4 x 8 557 175 32 1.44 0K

V3 30 2800 2040 9333 10 x 20 9865 1193 28 1.71 0K

MADERA 2 V1 70 1280 1130 1828 6 x 12 1983 408 65 2.77 0K

V2 70 176 252 251 2 x 8 251 79 70 3.18 0K

V3 70 2800 2040 4000 8 x 16 4916 750 57 2.72 0K

ACERO MT V1 2100 1280 1130 61.0 2- 8MT14 86.0 -- 1488 -- 0K

V2 2100 176 252 8.4 2- 4MT14 25.3 -- 700 -- 0K

V3 2100 2800 2040 133.3 2-10MT12 184.8 -- 1515 -- 0K

LAS SECCIONES SON NOMINALES, ANTES DE CEPILLAR. LAS PROPIEDADES Sx Y A SON EN LA SECCION NETA.

LA MADERA 1 ES DE PINO DEL PAIS CON ESF. ADM. NORMAL DE 30 KG/CM2. LA MADERA 2 ES SELECTA DE

PINO AMERICANO DE PRIMERA, CON ESF. ADM. DE 70 KG/CM2. LAS VIGAS METALICAS SON DE ACERO TIPO MONTEN O SIMILAR, CON ESF. ADM. NORMAL DE 2100 KG/CM2.

Ing. Francisco Garza Mercado



22



23

CIGARRERA LA MODERNA S.A. DE C.V. ABRIL 11 DE DE 1994


CLUB HIPICO EL DIENTE.

BODEGA DE OBSTACULOS


TABLA DE CONTENIDO

1.0 ANTECEDENTES; 2.0 MATERIALES Y CACIONES

3.0 CARGAS BASICAS; 4.0 CUBIERTA METALICA

5.0 MUROS PIÑONES, 6.0 CIMENTACION; 7.0 DETALLES VARIOS

1.0 ANTECEDENTES:

SE REFERIRA EL PRESENTE TRABAJO AL DISEÑO ESTRUCTURAL DE LAS NUEVAS BODEGAS DE

OBSTACULOS DEL CLUB HIPICO EL DIENTE. LA INFORMACION BASICA NOS FUE PROPORCIONADA POR

EL ARQ. ROGELIO GONZALEZ GARZA DE LA GERENCIA DE SERVICIOS DE INGENIERIA DE


MEDIANTE CALCULOS PRELIMINARES SE PRODUJO EL DIBUJO NUM. BOD.EC01 ANEXO, QUE ROGAMOS

CONSULTAR A FIN DE EVITAR EL DIBUJO INNECESARIO DE CROQUIS. NO SE NOS PROPORCIONO EL

ESTUDIO DE SUELOS, POR LO CUAL SUPUSIMOS UN ESFUERZO DE TRABAJO DE 2.0 KG/CM2, QUE,

OBVIAMENTE, TENDRA QUE VERIFICARSE EN LA OBRA.

SE TRATA DE UN EDIFICIO RECTANGULAR DE 22.00 M DE ANCHO POR 16 M. DE LARGO Y ALTURA

VARIABLE DE 4.50 A 6.50 M EN LAS NAVES LATERALES Y 2.50 M ADICIONALES EN LA LINTERNILLA

CENTRAL. CONSULTEN SE PARA MAYORES DETALLES LOS DIBUJOS ARQUITECTONICOS Y EL

ESTRUCTURAL YA CITADO. LA CUBIER TA, POR RAZONES ARQUITECTONICAS, SERA DE TEJA DE BARRO

ESPAÑOLA Y MADERA SOBRE ESTRUCTURA METALICA.

2.0 MATERIALES Y ESPECIFICACIONES

SE ESPECIFICAN LOS SIGUIENTES MATERIALES PRINCIPALES:

CONCRETO f'c 200 KG/CM.

CONCRETO f'c 80 KG/CM2. SOLO EN PLANTILLAS ACERO DE REFUERZO fy 4200 KG/CM2.

ACERO ESTRUCTURAL ASTM-A36

POLINERIA TIPO MONTEN O SIMILAR

ANCLAS ASTM A-307 GRADO C.

ESFUERZO SUPUESTO EN SUELO: 2 KG/CM2.

Hoja 1 de 5



24

EL DISEÑO SE HARA DE ACUERDO A LAS ESPECIFICACIONES SIGUIENTES:

CARGAS: REGLAMENTO DEL D.F., 1987

VIENTO: MANUAL CFE, 1981

CONC. REF.: AC1-318R-89. ESF. DE TRABAJO

ACERO ESTRUCTURAL AISC, 1985

Y LAS SIGUIENTES DE CONSTRUCCION:

CONCRETO REFORZADO: ACI-301-72


3.0 CARGAS BASICAS:

SE ESPECIFICAN LAS SIGUIENTES:

CARGAS EN CUBIERTA:

MADERA Y TEJA 80 KG/M2.

POLINES

CARGA VIVA O NIEVE

14 KG/M2.

60 KG/M2.

TOTAL EN POLINES 154 KG/M2.

INSTALACIONES COLGADAS

PESO PROPIO VIGAS

20 KG/M2.

6 KG/M2.

TOTAL EN VIGAS 180 KG/M2.

CARGA DE VIENTO EN MUROS:

VELOCIDAD REGIONAL Vr = 115 KM/H.

FACTOR DE TOPOGRAFIA K1 = 1.00

FACTOR DE RAFAGA K2 = 1.00 VELOCIDAD DE DISEÑO Vd = 115 KM/H.

FACTOR DE GRAVEDAD MTY. G = 0.94

FACTOR DE CONCENTRACION C = 1.43 (P+S)

w= .0048*115^2*.94*1.43 = 84 KG/M2.

4.0 CUBIERTA METALICA

POLINES NAVES (L1)

w = 174 * 1.00 = 174 KG/M., L= 9.00 M = 174*9.00^2/ 8 = 1760 KG-M.

S = 1760*100/2100 = 83.8 CM3. USAR POLIN 2-10MT14

¡Error! Marcador no definido. =

5*1.74*900^4/(384*2039000*1707)= 4.3 CM.

¡Error! Marcador no definido.a= L/250 = 900/250 = 3.6

CM. < 4.3 OK.

POR DEFLEXION NO CONVIENE UNA SECCION MENOR

VIGAS NAVES. (T1)

w = 180*(9.00/2+0.50) = 900 KG/M., L= 4.00 M

M = 900*4.00^2/8 = 1800 KG-M S = 1800*100/2100 = 85.7 CM3.USAR TRABE 2-10MT14

ESTA SECCION FUE ESCOGIDA POR EL ARQUITECTO

AUN CUANDO SE PUEDE UTILIZAR UNA SECCION

MENOR, 2-8MT14. LA DIFERENCIA NO VALE LA PENA



25

Hoja 2 de 5

POLINES LINTERNILLA (L2) w = 174 * 1.00 = 174 KG/M., L= 4.00

M = 174*4.00^2/ 8 = 348 KG-M.

S = 348*100/2100 =16.6 CM3. USAR POLIN 4MT14

VIGAS LINTERNILLA (T2)

w = 180*(4.00/2+0.50) = 450 KG/M., L= 4.00 M

M = 450*4.00^2/8 = 900 KG-M

S = 900*100/2100 = 42.8 CM3.USAR VIGA 2-6MT14

COLUMNAS METALICAS CM1 Y CM2

PMAX. = 180*(9.00+5.00)*4/2= 5040 KG.

h max. = 6.50 M. LIBRES

LAS COLUMNAS PUEDEN SER 2-8MT14 SIN EMBARGO

EL ARQUITECTO PIDIO UNA SECCION MAYOR:

USAR COLUMNAS 2-12MT12 POR LIBRAJE DE ANCLAS USAR PLACAS DE APOYO DE

40*40*1.6 CM. CON 4 ANCLAS MINIMAS DE 5/8"

5.0 MUROS PIÑONES

LOS MUROS SERAN DE BLOCK DE CONCRETO DE 20x20x40 CM., REVESTIDOS EXTERIORMENTE DE PIEDRA

EN UNA ALTURA DE 2.00 M POR REQUISITOS ARQUITECTONICOS. SE REFORZARAN CON DALAS Y

CASTILLOS APOYADOS EN COLUMNAS CALCULADAS PARA RESISTIR EL VOLTEO DEL VIENTO DURANTE

LA CONSTRUCCION.

COLUMNAS CC1

LAS CARGAS VERTICALES SON DESPRECIABLES EN LAS

COLUMNAS. PRINCIPALMENTE RESISTIRAN VIENTO.

s = 4.50 M. crítica w = 84*4.50 = 380 KG/M.L., h = 5.50 M. crítica

M = 380 * 5.5^2/2 = 5540 KG-M.

d = .26*(5540*.75/.35)^.5 = 28.3 CM < 30+3 35 CM.

As= 5540*.75/(1700*.89*.30) =¡Error! Marcador no

definido. 9.2 CM2= ¡Error! Marcador no definido. 3#6.

SECCION 35x35 CM.-- 6#6 -- ESTR.#3@ 30 CM.

PARA DAR UN MAYOR RECUBRIMIENTOP A LAS

VARILLAS EN LA ZONA EN CONTACTO CON EL SUELO,

LOS PEDESTALES SE HARAN 5 CM. MAYORES POR

LADO QUE LAS COLUMNAS Y CON EL MISMO REFUERZO.

TRABES DE CIMENTACION TC2

EN LA SECCION CRÍTICA

w = 350*5.50+680 PIEDRA+300 PP.=2900 KG/M.

L1 = 1.25 M., L2 = 4.50 M., L3= 4.00 M.

M1 = -2900*1.25^2*/2 = -2300 KG-M.

M2 = 2900*4.50^2/14 = 4200 KG-M



26

Hoja 3 de 5

M3 = -2900*4.50^2/10 = -5900 KG-M

V = 1.15*2900*4.5/2 = 7500 KG.

CON 35% DE REF. DE COMP. MINIMO

d = .26*(5900*.65/.35)= 27 CM< 30+5=35 CM. As- =5900/(1700*.89*.30)= 13.0 CM2 = 5#6

As+= 4200/(1700*.89*.30)= 9.2 CM2 = 3#6

Vcrit= 7500-2900*.50=6100 KG

v=6100/(35*30)= 5.8 KG/CM2 --> EST.#3@ 15 CM.

SECCION 30x35 CM.-- 5#6LS--3#6LI--EST.#3@15 CM.

TRABES DE CIMENTACION TC1

SE CALCULAN PARA UN MURO FUTURO

w = 350*4.5+200 PP = 1800 KG/M.

M = 1800*4.00^2/10 = 2880 KG-M.

V = 1.15*1800*4.00/2= 4100 KG. SECCION 20x35 CM.

As = 2880/(1700*.89*.30)= 6.2 CM2 = ¡Error! Marcador no

definido.3#5

v = 4100/(20*30)= 5.9 KG/CM2 --> EST.#2@15 CM.

SECCION 20x35 CM.-- 3#5LS--3#5LI--EST.#2@15 CM.

6.0 CIMENTACION

SE ESTANZARIZA A SOLO DOS TIPOS DE ZAPATAS. LAS MARCA Z1 SON AXIALES PARA RESITIR LAS

COLUMNAS METALICAS. LAS Z2 SON CAPACES DE RESISTIR EL VOLTEO POR VIENTO DUARNTE LA

CONSTRUCCION.

ZAPATA Z1:

P = 180* 5.00*4.00 + 1000 PP = 4600 KG. SE REQUIERE ZAPATA MINIMA, SEGUN MANUAL CRISI:

Z1 = 100x100x30 CM. - 5 VARS. #4 C/DIRECCION

ZAPATA Z2

Mw = 84*4.5*5.5^2/2= 5700 KG-M.

P1 = 1800*4.50 = 8100 KG.

P2 = 180*5.00*2.00 = 1800 KG.

TIERRA = 1.50*1.2*1700 = 3800 KG.

P.P. = 1.50*0.3*2400 = 1100 KG

TOTAL P =14800 KG.

e = Mw/P = 5700/14800 = .39 M. > B/6 = .25 M.

X = b/2 -e = 1.50/2-.39 = 0.36 M.

b'= 3X = 3*.39 = 0.36*3 = 1.08 M.

f = 2P/A = 2*14800/(1.00*1.08) = 27400 KG/M2. fn = 0.75*(27400-1700*1.20) = 19000 KG/M2

fn = 1.9 KG/CM2 < 2.0 KG/CM2, OK

DEL MANUAL CRSI:

ZAPATA 100x150x30 CM.-- 6V1RS.#5C/DIRECCION



27

Hoja 4 de 5

PEDESTALES

LOS DE LAS COLUMNAS METALICAS, MARCA P1, SE

HARAN DE 45x45 CM. CON REFUERZO MINIMO, SOLO

PARA ACOMODO DE LAS ANCLAS. LOS DE LAS

COLUMNAS DE CONCRETO, MARCA P2, PARA MAYOR RECUBRIMIENTO EN LA ZONA EN CONTACTO CON LA

TIERRA, SE HARAN DE 40x40 CM., Y CON EL MISMO

REFUERZO DE LAS COLUMNAS.

7.0 DETALLES VARIOS

LOS FIRMES SE ESPECIFICAN EN EL MANUAL CRSI PARA USOS COMERCIALES, ISTITUCIONALES ,

GRANEROS Y BODEGAS LIGERAS DE 13 CM DE ESPESOR, CON UNA MALLA 66/66 EN LECHO SUPERIOR.

COMO EL EDIFICIO ES PEQUEÑO, MEMOR DE 30 M. POR LADO, NO SE NECESITAN JUNTAS ESPECIALES.

VEANSE DETALLES DE TODO ESTO EN EL DIBUJO BOD.EC-01 ANEXO.

MONTERREY, N.L. ABRIL 11 DE 1994

ING. FRANCISCO GARZA MERCADO.

Hoja 5 de 5



28



29

AGROINDUSTRIAS MODERNA, S.A DE C.V.

Gerencia de Servicios de Ingeniería

RANCHO EL ESPEJO

Comitán, Chiapas

CISTERNA CAP. 1000 M3 DE AGUA

DISEÑO ESTRUCTURAL -- MEMORIA

Monterrey, N.L. Marzo 23 de 1944



30

AGROINDUSTRIAS MODERNA S.A.DE C.V.

GERENCIA SERVICIOS DE INGENIERIA

Cap. Aguilar 459, Col Lomas

Monterrey, N.L.

Atn. Arq. Mario de León

Marzo

23

de

1994

Estimado Arquitecto

Estoy anexando la memoria de cálculos y un plano reducido a tamaño doble carta de la cisterna con

cap. de 1000 m3. de agua, en el Rancho El Espejo de Comitán, Chiapas. La memoria se hizo en

MSWords y los dibujos en Autocad.

Anexo además un disquete con la información anterior. Tanto la memoria como el dibujo se

pueden editar para dar el formato que ustedes deseen.

El trabajo está en revisión "A", es decir para aprobación por ustedes. Una vez hecho esto se puede

quitar el letrero de " PRELIMINAR", poner la revisión "0" y firmar de conformidad.

Salvo por la correcciones que pudieran resultar necesarias, el trabajo está completo, esperando sea

de su conformidad.



GARZA MERCADO Y ASOCIADOS, S.A.



31

AGROINDUSTRIAS MODERNA, S.A DE C.V.


RANCHO EL ESPEJO

Comitán, Chiapas


DISEÑO ESTRUCTURAL -- MEMORIA


ANTECEDENTES

Se referirá la presente memoria al diseño estructural de la cisterna con capacidad de 1000 m3. de agua, que se construirá

en el Rancho El Espejo, Comitán, Chiapas. El trabajo está a cargo del Arq. Mario de León, de la Gerencia de

Servicios de Ingeniería de Agroindustrias Moderna, S.A. de C.V. en Monterrey, N.L.

DESCRIPCION

Se trata de un tanque de 12.00x46.00x 2.00 m., con tirante de agua de 1.80 m. mínimo. Estará semienterrado 1.00 m.

dentro del nivel del terreno natural. Tendrá cubierta metálica de 2 aguas, con claro de 12.00 m. y flecha de 0.70 m. al

centro del claro. Se anexa dibujo Núm. CC-01 de Agroindustrias Moderna, S.A. de C.V.

MATERIALES

Utilizaremos los siguiente materiales de construcción:

Concreto f'c = 200 kg/cm2.

Acero de refuerzo fy = 4200 kg/cm2.

Acero estructural ASTM A-36

Polines y trabes Acero tipo Monten o sim.

Anclas ASTM A-307 grado C

Malla electrosoldada fy = 5000 kg/m2.

Esfuerzo en suelo fe = 1.0 kg/cm2.

ESPECIFICACIONES

Usaremos para el diseño y construcción las siguientes

DISEÑO

Cargas Reglamento del D.D.F- 1989

Viento y sismo Manual CFE - 1980

Concreto reforzado ACI 318-89. esf. de trabajo

Acero estructural AISC- 1985

hoja 1 de 3



32

CONSTRUCCION

Concreto reforzado ACI 301-72


CARGAS BASICAS

CUBIERTA METALICA

Lamina, polines y contrav. 10 kg/m2.

Carga viva reglamentaria 40 kg/m2.

Total en polineria 50 kg/m2. Peso propio trabes 7 kg/m2.

Total en trabes 577 kg/m2.

No se considera ninguna carga colgadas de la cubierta

VIENTO

Zona eólica 6, Estructura tipo B

Velocidad regional: Vr =150 km/h.

Factor de topografía: k = 1.00 (campo abierto)

Factor de ráfaga: Fr= 1.00 Velocidad de diseño Vd= 150 km/h.

Altura sobre el nivel del mar h= .20 km.

Factor de altura = (8+h)/ (8+2h) = 0.98

w= .0048*150^2*.98*C= 106 C, h= 1.00, L= 12.20 m.

C1 = -1.75 w1= -186kg/m2. ; b1 = H/3 = 0.30 m.

C2 = -1.00 w2= -106 kg/m2. ; b2=1.5H-b1= 1.20 m

C3 = -0.40 w3= - 42 kg/m2; b3=L/2-b1-b2= 4.60 m.

C4 = -0.68 w4= - 72 kg/m2 ; b4= L/2 = 6.10 m.

Promedio en todo el ancho wp = -67 kg/m2.

Viento menos muerta = .75*(-67+17) = - 38 kg/m2 <57.

El viento no rige.

DISEÑO DE LA CUBIERTA

LAMINA

Para las cargas indicadas y el claro entre polines de 1.52 m. se requiere lamina Pintro R-72 cal. # 24 o similar.

POLINES MONTEN

w = 50* 1.52 = 76 kg/m. L= 6.00 max.

M = 76*6.00^2/8 = 342 kg-m.

Sx = 342*100/2100 = 16.3cm3. < 27.0

Usar polines mínimos 6MT14 @ 172 cm.; PP= 4.61 kg/m.

TRABES PRINCIPALES MONTEN

w = 57*6.00 = 342 kg/m. L= 12.20 m.

M = 342* 12.2^2/8 = 6360 kg-m. V = 342* 12.2/2 = 2090 kg.

Sx = 6360*100/2100 = 302 cm3.

Usar sección 2-12MT10 o sim. @ 420 cm.; PP= 27.88

kg/m.

El diseño de la cubierta se muestra en el dibujo anexo. Los detalles de contravientos, clips, apoyos, etc. corresponden a

estándares de GMA.

Hoja 2 de 3



33

PLACA DE UNION

Tensión en tornillos:

T = M/jd = 6360/.9/.560 = 12600 kg.

As = 12600/1400 = 9.00 cm2 = 4 tornillos ¡Error!

Marcador no definido. 22 mm. Momento en placa

M = 12600*2.5/ 20.3 = 1550 kg-cm/cm

t = (6*1550/1520)^.5 = 2.47 cm. = placa de 25 mm.

Usar placas de 25x 203x 610 mm, con 4 tornillos

¡Error! Marcador no definido. 22 mm en c. inf. y 2

tornillos ¡Error! Marcador no definido. 13 mm en

c.sup.

MUROS DE CONTENCION

La altura máxima del relleno exterior es de 1.21 m. La altura interior máxima del agua es de 2.01 m. A tanque vacio el

muro trabaja como un simple muro de contención con 1.21 m. de relleno.

¡Error! Marcador no definido. = 1700 kg/m3.

¡Error! Marcador no definido.= 30¡Error! Marcador

no definido., supuesto

kr = (1-sen ¡Error! Marcador no definido.)/(1+sen

¡Error! Marcador no definido.) = .333

Mv= .333*1700*1.21^3/6 = 167 kg-m.

A tanque lleno el agua empuja al muro y el relleno exterior.

Hagua = 1000*2.01^2/2 = 2020 kg/m

Hpasivo= 1/.333*1700*1.21^2/2 = 3740 kg/m> 2020 M neto = 2020*(2.01-1.21)/3 = 540 kg-m/m

d = .36*(540)^.5 = 8.4 cm. < 16+4 = 20 cm.

REFUERZO DEL MURO

vertical:

exterior: Ase = 167/(1400*.89*.16) = 0.7 cm2/m

interior: Asi = 540 /(1100*.89*.16) = 2.2 cm2/m.

temperatura: Ast = ¡Error! Marcador no definido.

.0015*20*100/2 =¡Error! Marcador no definido.

1.5 cm2/m

usar ref. mínimos #3@35 exterior + #4@35 interior

horizontal

temperatura: Ast = .0025*20*100/2 =¡Error!

Marcador no definido. 2.5 cm2/m.

usar var.#3@25 en ambos lechos.

ZAPATA

Si tratáramos de calcular la zapata esta quedaría de

dimensiones muy pequeñas y poco prácticas. Para el

efecto el manual CRS! especifica un ancho mínimo de

zapata de cuando menos 2/3 de la altura, rigiendo en este

caso la altura del relleno o la diferencias entre agua y

relleno, esto es: bz =1.21*2/3 = 0.80 m. (Ver detalle en plano CC-.01)



34



hoja 3 de 3



35

GARZA MERCADO Y ASOCIADOS, S. A. CD.VILLAFRANCA 6609. HACIENDA SANTA CLARA

MONTERREY, N.L. TEL. (83) 10-8151


CENTRO DEPORTIVO DE LA SOCIEDAD DE

PREVISION SOCIAL LA MODERNA, S.A.

MODIFICACIONES AL PROYECTO D I S E Ñ O E S T R U C T U R A L


MONTERREY, N.L, MAYO, 091993



36

CIGARRERA LA MODERNA, S.A. DE C.V. CENTRO DEPORTIVO DE LA SOCIEDAD DE

PREVISION SOCIAL LA MODERNA, S.A.

M O D I F I C A C I O N E S A L P R O Y E C T O.


MONTERREY, N.L., AGOSTO DE 1993

1.0 ANTECEDENTES

SE REFERIRA LA PRESENTE MEMORIA A LAS MODIFICACIONES AL PROYECTO DEL CENTRO DEPORTIVO DE LA

SOCIEDAD DE PREVISION SOCIAL LA MODERNA, S.A. PROMOVIDO POR CIGARRERA LA MODERNA, S.A. DE C.V.

EL PROYECTO ARQUITECTONICO ES ORIGINAL DE RAMON LAMADRID R. ARQUITECTO. LOS DISEÑOS

ESTRUCTURALES ORIGINALES FUERON REALIZADOS POR DISETEK, S.A. EN DIC. DE 1990, Y RECIENTEMENTE

REVISADOS POR NOSOTROS A SOLICITUD DEL ING. JOSE ZAMBRANO, DIRECTOR DEL PROYECTO.

LA REVISION MENCIONADA BUSCABA VERIFICAR LA SEGURIDAD DE LAS ESTRUCTURAS Y PROPONER

SOLUCIONES ALTERNATIVAS MAS ECONOMICAS, EN CASO DE SER POSIBLE. A FIN DE EVITAR REPETICIONES AL FINAL SE ANEXA EL REPORTE DE LA REVISION.

LAS MODIFICACIONES AL PROYECTO SE ENFOCAN EN LOS PUNTOS SIGUIENTES:

1. REVISION DE COLUMNAS Y AJUSTES EN TRABES

2. REDISEÑO DE ZAPATAS

3. SUBSTITUCION DE LA LOSA DE CONCRETO SOBRE EL EDIFICIO EXISTENTE

4. ANULACION DE MARCOS DE REFUERZO DEL EDIFICIO EXISTENTE.

PARA UN MEJOR ENTENDIMIENTO DE ESTOS TEMAS NOS REFERIMOS A LOS PLANOS ARQUITECTONICOS Y

ESTRUCTURALES DEL PROYECTO.

2.0 ESPECIFICACIONES Y MATERIALES

2.1 ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: PARA EL ESTRUCTURAL USAREMOS LAS SIGUIENTES, USUALES EN NUESTRO MEDIO:

CARGAS: REGLAMENTO DEL D.D.F., 1987

CONCRETO REF. ACI-318-89




37

2.2 ESPECIFICACIONES DE CONSTRUCCION: SEGUIREMOS LAS SIGUIENTES:



2.3 MATERIALES PRINCIPALES: SE PROPONEN LOS SIGUIENTES:




ANCLAS DE ACERO: ASTM A-307.

ESFUERZO ADMISIBLE EN SUELO: f= 1.4 KG/CM2.

3.0 REVISION DE COLUMNAS Y AJUSTES EN TRABES

EN EL PROYECTO ORIGINAL EL ANALISIS DE COLUMNAS Y TRABES SE HIZO CONSIDERANDO AL CONJUNTO

COMO UN MARCO RIGIDO; SIN EMBARGO, EL DISEÑO DE LAS COLUMNAS SE HIZO SOLO PARA CARGA AXIAL,

YA QUE SUS REFUERZOS NO SON COMPATIBLES CON LOS QUE SE TIENEN EN LOS NUDOS EXTREMOS DE LAS

VIGAS. EL CALCULO DE LAS COLUMNAS NO APARECE EN LA MEMORIA ORIGINAL. NOSOTROS PROPONEMOS

CONSERVAR COLUMNAS Y ZAPATAS AXIALES, PERO COMPENSAR LA PERDIDA DE RIGIDEZ EN LOS NUDOS AGREGANDO REFUERZOS EN LOS CENTROS DEL CLARO.

3.1. REVISION DE COLUMNAS

EL PLANO No. S1 MUESTRA LOS EJES DE COLUMNAS Y ZAPATAS EN LAS ZONAS DE AMPLIACION, EJES 1 A 3 Y 7

A 8, ENTRE LOS EJES A Y G. DE LA MEMORIA DE CALCULOS DE DISETEK SE OBTIENEN LAS CARGAS ULTIMAS

"Pu" SIGUIENTES

EJES 7A, 7G, 8A Y 8G Pu= 31 TON.

7C, 7E, 8C Y 8E Pu= 51 "

EJES 2A, 3A Y 3G Pu= 47 "

2C, 3C Y 3E Pu= 78 "

2E Pu=122 "

2G Pu= 77 "

1E Pu= 37 "

1G Pu= 26 "

CAPACIDAD DE LA COLUMNA: SECCION 40x40 CM. 8#6 ESTR.#3@30 CM.

Ag= 1600 CM2., Ast = 22.7 CM2.

Pn= 0.80(.85f'c(Ag-AsT)+fyAst = 0.80*.70*(.85*250*(1600-22.7)+4200*22.7)

= 241,000 KG. = 241 TON. > 122.



38

LAS COLUMNAS DE 40x40 CM. CON 8#6 Y ESTRIBOS #3 @ 30 CM. ESPECIFICADA EN EL PROYECTO ORIGINAL

ESTAN MUY SOBRADAS; NO OBSTANTE, NO TIENE LA CAPACIDAD REQUERIDA PARA TOMAR LOS MOMENTOS

QUE LE MANDAN LAS VIGAS. PARA CARGA AXIAL PURA PUEDEN LAS COLUMNAS SER MENORES, PERO LAS

DIFERENCIAS NO VALEN LA PENA, RESULTANDO ACEPTABLES.

SOLO PARA DAR MAYOR RECUBRIMIENTO A LAS VARILLAS LOS PEDESTALES SERAN DE 45 x 45 CM., CON EL

MISMO REFUERZO DE LAS COLUMNAS.

3.2 AJUSTES EN LAS TRABES.

ADMITIENDO UNA REDISTRIBUCION PLASTICA DE MOMENTOS, SI ANULAMOS EL MOMENTO DE CONTINUIDAD

Y EL REFUERZO CORRESPONDIENTE, PODEMOS COMPENSAR AGREGANDO EN EL CENTRO DEL CLARO EL 50%

DEL REFUERZO OMITIDO EN CADA EXTREMO. ESTO SIGNIFICA, POR EJEMPLO, QUE EN TRABES DE UN SOLO

CLARO LA VIGA CONTINUA SE TRANSFORMA EN SIMPLEMENTE APOYADA Y EL REFUERZO NEGATIVO EN

EXTREMOS SE TRANSFIERE INTEGRAMENTE AL POSITIVO EN LC CLARO.

DADO QUE LA MEMORIA Y LOS DIBUJOS ORIGINALES ESTAN COMPLETOS, ESTE TRABAJO SE HARA POR

INSPECCION, MODIFICANDO DIRECTAMENTE LOS PLANOS. PARA EL EFECTO SE ANEXA UNA COPIA

CORREGIDA DE ACUERDO A ESTE CRITERIO, PERO APOVECHAMOS PARA HACER CORRECCIONES PRODUCTO

DE NUESTRA REVISION ANTERIOR.

4.0 REDISEÑO DE ZAPATAS.

EL ESFUERZO ADMISIBLE EN EL SUELO ES DE 1.4 KG/CM2, DE ACUERDO AL ESTUDIO CORRESPONDIENTE DE

LA MEMORIA ORIGINAL. LAS CARGAS ULTIMAS ( FACTORIZADAS ) SON LAS INDICADAS EN EL CAPITULO

ANTERIOR. PARA DETERMINAR EL TAMAÑO DE LAS ZAPATAS DEBEMOS UTILIZAR CARGAS DE TRABAJO ( SIN

FACTORIZAR ), PARA LO CUAL SUPONEMOS UN FACTOR DE CARGA COMPUESTO DE 1.65. A LAS CARGAS

ANTERIORES AGREGAREMOS EL PESO DEL MURO PERIMETRAL DE 2 PISOS DE ALTURA Y LA TRABE DE

CIMENTACION, A RAZON DE 2.2 TON/M., MAS EL PESO PROPIO DE LA ZAPATA.

4.1 ZAPATAS AXIALES. Pmax .= Pu/1.65 (VER Pu EN HOJA ANTERIOR)

MURO = 2.2 * LONG. TRIBUTARIA P.P. = PESO PROPIO DE ZAP. Y PEDEST.

Az = Ptot./14

TABLA DE CÁLCULO DE ZAPATAS INTERIORES.

EJES Pmax. MURO P.P. TOT. Az DIMENS. MCA

1E,1G,7G,8A,8G 22.4 16.1 3.8 42.3 3.02 1.80x1.80 Z1

2A,8C,8E 30.9 17.2 4.7 52.8 3.78 2.00x2.00 Z2

2C,2G 47.3 17.2 6.9 71.4 5.10 2.30x2.30 Z3

2E 73.9 16.1 9.7 99.7 7.12 2.65x2.65 Z4

LAS ZAPATAS ESPECIFICADAS EN EL PLANO S5 DEL

PROYECTO ORIGINAL SON TODAS DE 2.50x2.50 M. POR

LO CUAL UNA ZAPATA CUAN DO MENOS ESTA ESCASA

Y EL RESTO SOBRA DAS, VER DISEÑO DE ZAPATAS EN CAPITULO 4.3.



39

4.2 ZAPATAS EXCENTRICAS

EN LA COLINDANCIA CON EL EDIFICIO EXISTENTE, EJES 3 Y 7, LAS ZAPATAS TIENEN QUE LIBRAR A LAS

EXISTENTES. NOSOTROS PROPONEMOS HACER DOS PEQUEÑAS ZAPATAS ALARGADAS A LOS LADOS DE LAS

EXISTENTES, UNIDAS POR UNA VIGA PUENTE. VER CROQUIE EN HOJA SIGUIENTE

SON CUATRO TIPOS DE CARGAS ÚLTIMAS, DE 31, 47, 51 Y 78 TON., RESPECTIVAMENTE. LAS ZAPATAS

EXISTENTES SON TODAS DE 2.00x2.00 M.

ZAPATA EJE 7A,

Pu= 31 TON

Pdis=( 31/1.65+7.1 MUROS+3.6 PP)/2= 14.8TON.

Az = 14.8/14 = 1.1 M2 = 0.90 x 1.20 M. = Z5

ZAPATAS EJES 3A y 3G

Pu = 47 TON

Pdis=(47/1.65+9.2 MUROS+5.2 PP)/2= 21.4TON.

Az = 21.4/14 = 1.52 M2= 1.10 x 1.40 M. = Z6

ZAPATA EJE 7C Y 7E

Pu= 51 TON.

Pdis= (51/1.65+3.4 MUROS +4.8 PP)/2 = 19.6TON

Az = 19.6/14 = 1.40 M2 = 1.10 x 1.40 M. = Z6

ZAPATAS EJES 3C Y 3E

Pu= 78 TON.

Pdis= (78/1.65+13.6 MUROS+6.4PP)/2 = 33.7TON.

Az = 33.7/14=2.40 M2 = 1.20 x 2.00 M. = Z7

4.3 DISEÑO DE ZAPATAS: LA TABLA SIGUIENTE LA OBTENEMOS DIRECTAMENTE DEL MANUAL CRS1-63 PARA LOS TAMAÑOS ANTES

CALCULADOS Y UN ESFUERZO DE 1.5 > 1.4 KG/CM2. LIGERAMENTE CONSERVADOR.

TABLA DE ZAPATAS:

MCA DIMENS. PER REF.L. REF.C.

Z1 180 x 180 35 8#6 8#6

Z2 200 x 200 40 10#6 10#6

Z3 230 x 230 45 11#6 11#6

Z4 265 x 265 50 14#6 14#6

Z5 90 x 120 30 5#4 6#4

Z6 110 x 140 30 5#5 5#5

Z7 120 x 200 40 6#6 8#5

CLAVE:

MCA.= MARCA DE LA ZAPATA.

DIMENS. = DIMENSIONES EN PLANTA, CM.

PER. = PERALTE EN CM.

REF.L.= REFUERZO LARGO EN ZAP. RECTANG.

REF.C.= REFUERZO CORTO, IDEM.



40

4.4 TRABES DE LIGA.

LAS TRABES DE LIGA FUNCIONAN COMO UN PUENTE CON LA CARGA DE LA COLUMNA EN EL CENTRO DEL

CLARO Y LOS APOYOS EN LOS CENTROS DE LAS ZAPATAS. EL CLARO DE LA TRABE ES EL DE LA ZAPATA

EXISTENTE MAS LA ADICIONAL, ESTO ES: L=Bz+2.00 M.

Pu = CARGA ULTIMA EN COLUMNA

Mu= Pu*L/4

Vu = Pu/2

TRABE TL-1 (EN ZAPATAS Z5)

Pu= 31 + 7.1*1.4 = 41 TON.

Bz= 0.90M ===> L= 2.90 M.

Mu= 41*2.9/4 = 29.7 TON-M.

Vu = 41/2 = 20.5 TON.

DISPONEMOS DE UN PROGRAMA DE COMPUTA DORA

PARA RESOLVER LA SECCION, RESULTAN DO :

SECCION = 45x60 CM.

REF. SUP. = 2#6

REF. LAT. = 2#4

REF. INF. = 15.2 CM2 =3#8

ESTRIBOS = #3@27 CM.


Pu = 47+9.2*1.4 = 60 TON.

Bz= 1.10 M. -------> L= 3.10 M.

Mu= 60*3.1/4 = 46.5 TON.-M.

Vu= 60/2 = 30 TON.

SECCION = 45x60 CM.

REF.SUP. = 2#6

REF.LAT. = 2#4

REF.INF. = 24.8 CM2 = 5#8



Pu = 78.1+13.6*1.4 = 97 TON.

Bz = 1.20 M.------> L=3.20

Mu = 97*3.2/4 =77.6 TON-M.

Vu = 97/2 = 48.5 TON

SECCION = 45x80 CM.

REF.SUP. = 2#8

REF.LAT. = 2#4

REF.INF. = 30.0 CM2.= 6#8


4.5 TRABES DE CIMENTACION:

COMO LA PRUFUNDIDAD DE DESPLANTE ES GRANDE (3.10 M.), EN LUGAR DE CIMIENTOS CORRIDOS

CONVIENE USAR TRABES DE CIMENTACION, SOLO PARA CARGA DE MUROS Y PESO PROPIO.

Wu= (350*3.00 + .20*.50*2400)*1.4= 1800 KG/M.



41

TC1 ( EJE A-23)

L = 9.00 M. UN SOLO CLARO

Mu = 1800*9.00^2/8 = 18200 KG-M

Vu = 1800*9.00/2 = 8100 KG. DEL PROGRAMA:

SECCION 20x50 CM. (TIPO)

REF.SUP.= 2#4 (TIPO EXCEPTO INDICADOS)

REF.INF.= 12.4 CM2 = 5#6

ESTRIBOS #3@22 CM. CORRIDOS (TIPO)

TC2 ( EJE E-12)

L = 6.80 M. UN SOLO CLARO

Mu= 1800*6.80^2/8 = 10400 KG-M.

REF.INF.= 6.6 CM2 = 3#6

TC3 ( EJE G-13)

L1 = 6.80 M.

L2 = 9.00 M.

+Mu1 = 1800*6.80^2/14 = 5950 KG-M.

- Mu1 = 1800*(6.80^3+9.00^3)/(8*15.8)= 14900

+Mu2 = 1800*9.00^2/14 = 10400 KG-M.

+As! = 3.6 CM2 = 2#5

- As1 = 9.8 CM2 = 5#5

+As2= 6.6 CM2 = 4#5

TC4 ( EJES A-78 Y G-78 )

L = 6.20 M. (UN SOLO CLARO) Mu = 1800 *6.20^2/8 = 8650 KG-M.

REF.INF.= 5.4 CM2 = 3#5

TC5 ( EJE 2) Y TC7 ( EJE 8 )

L = 7.80 M. ( 3 O 4 CLAROS CONT.)

Mu = 1800*7.80^2/10 = 11000 KG-M.

As= 7.0 CM2 = 4# 5 ( 2L+2B)

TC6 ( EJE 1-EG)

L = 7.80 M. (UN SOLO CLARO)

Mu= 1800 *7.80^2/8 =13700 KG-M.

REF.INF.= 8.9 CM2 = 3#6

5.0 CUBIERTA SOBRE LOSA EXISTENTE

EN EL PROYECTO ORIGINAL SE DISEÑO UNA LOSA DE CONCRETO ENTRE LOS EJES 3,4",A,G,(VER CROQUIR)

SOPORTADA POR VIGAS Y COLUMNAS METALICAS SOBRE LA LOSA EXISTENTE. ESTA LOSA OBLIGO, ENTRE

OTRAS RAZONES, A REFORZAR LA LOSA EXISTENTE MEDIANTE MARCOS METALICOS. NOSOTROS PROPONEMOS

SUBSTITUIRLA POR UNA CUBIERTA METALICA, A FIN DE LIBERAR DE CARGAS A LA LOSA EXISTENTE Y

ELIMINAR LOS MARCOS.CON ESTO SE ESPERA OBTENER UN FUERTE AHORRO Y EVITAR TRABAJAR DENTRO DEL SALON EXISTENTE ACTUALMENTE EN PLENO FUNCIONAMIENTO.



42

LA ZONA ACHURADA EN EL CROQUIS A LA IZQUIERDA

NO SE VA A MODIFICAR. TAMPOCO SE MODIFICA LA

PERGOLA, SALVO QUE PROPODREMOS SECCIONES

MENORES DE VIGAS CARGADORAS.

LA ZONA ENTRE LOS EJES 3,4",A Y G, ES LA QUE

VAMOS A SUBSTITUIR POR UNA ESTRCTUURA

METALICA.

5.1 LAMINA ESPECIFICAREMOS LAMINA TIPO ROMSA, SECCION 3,

CAL.#24. APOYADA EN POLINES Y STRUTS METALICOS

P1 Y ST1( VER CROQUIS)

5.2 POLINES Y STRUTS PESO LAMINA 12 KG/M2

CARGA VIVA 100 "

TOTAL 112 "

ESPACIAMIENTO S= 1.67 M.

w = 112*1.67 + 10 PP = 197 KG/M.

L = 3.90 M.

M = 197*3.90^2/8 = 375 KG-M

CON POLINES TIPO MONTEN O TENSHYL S = 37500/2100 = 17.9 CM3.

USAR POLIN MINIMO TIPO 6MT14 O SIMILAR

STRUTS:

POR SIMETRIA USAR 2-6MT14 O SIMILAR

5.3 CONTRAVIENTOS SE NECESITAN MINIMOS: VAR 19 MM.

5.4 TRABES METALICAS

LAS VIGAS TS1 ORIGINALES SOPORTABAN UNA LOSA PESADA Y AHORA SOLO UNA CUBIERTA DE LAMINA, POR

LO CUAL PUEDEN SER MAS LIGERAS. LAS VIGAS TS2 SE HICIERON IGUALES A LAS TS1 POR SIMETRIA,Y AHORA

TAMBIEN VAN A DISMINUIR.

TRABE TS1

w = 112 * 3.80 + 30 PP = 456 KG/M.

L = 5.20 M.

M = 456*5.20^2/8 = 1540 KG-M.

CON POLINES TIPO MONTEN:

S = 1540*100/2100 = 73 CM3.

USAR STRUT MONTEN 2-10MT14- 13.9 KG/M.



43

TRABE TS2:

LA CARGA ES SIMILAR Y LOS CLAROS SON MENORES

QUE LOS DE TS1 POR SIMETRIA USREMOS LA MISMA

SECCION 2-10MT14.

EN EL DISEÑO ORIGINAL SE NECESITARON SECCIONES DE 2-CPS-10, DE 45.2 KG/M EN TS1 Y TS2. CON LA VIGAS AHORA PROPUESTAS CON PESO DE 13.9 KG/M. SE TENDRA UN AHORRO DE 31.3 KG/M. O DE

APROXIMADAMENTE 4 TON. EN EL TOTAL.

TRABE TS3

SON NUEVAS, PARA SUBSTITUIR LA VIGA T11 DE

CONCRETO.

P = 456 * 9.27/2 = 2100 KG.

a = 3.900 M.

b = 2.525

L = 6.425

M max = .8* 2100*3.9*2.525/6.425= 2580 KG.M S = 258000/2100 = 123 CM3.

USAR 2-10MT14- 13.9 KG/M.

6.0 REVISION DE LOSA EXISTENTE

DE HECHO, LA LOSA EXISTENTE SE REVISO DESDE LA PRIMERA VEZ, SOLO QUE, PARA ASEGURAR LOS

RESULTADOS, SE PIDIO UNA INSPECCION VISUAL DE LOS REFUERZOS, PARA LO CUAL SE PRACTICARON

RANURAS SOBRE LOS CAPITELES Y BAJO LOS CENTROS DE CLAROS DE LOS RECUADROS MAS SIGNIFICATIVOS.

SE PUDO CONSTATAR QUE LOS REFUERZOS INDICADOS EN LOS PLANOS COMCIDIERON CON LOS

ENCONTRADOS EN LA OBRA. SE ANEXAN LOS CROQUIS DE LA INSPECCION, PRACTICADA POR PERSONAL DE

CIGARRERA LA MODERNA.

ENSEGUIDA SE PRESENTA EL CALCULO DE LA CAPACIDAD DE CARGA DE LA LOSA, DE ACUERDO A LOS PLANOS DE LOSAS RETICULARES, S.A. DE C.V. DE AGOSTO DE 1960. PARA ESTAR A TONO CON LA EPOCA, LA

REVISION SE HACE POR EL METODO ELASTICO. LOS REFUERZOS. SE TRABAJA SOLO CON EL RECUADRO

MAYOR Y MAS SIGNIFICATIVO.



44

6.1 REFUERZOS DE NERVADURAS:

DIRECCION DE LETRAS:

REFUERZO NEGATIVO

3 NERV."C" =6#6+21#4 =43.7 CM2 = 75%

3.5 NERV."B" = 7#4 = 8.9 " |

3.5 NERV."D" = 7#3 = 5.0 " |= 25%

-As =57.6 CM2 =100%

REFUERZO POSITIVO:

3 NERV."C" = 6#6+ 3#5 = 23.0 CM2 = 55%

3.5 NERV."B"= 3.5#5+3.5#3= 9.5 " |

3.5 NERV."D" = 7#4 = 8.9 " | = 45%

+As = 41.4 CM2 =10%

NOTESE QUE LAS PROPORCIONES DE REFUER-

ZOS SON LAS USUALES EN EL CALCULO DE LOSAS

RETICULARES.

DIRECCION DE NUMEROS REFUERZO NEGATIVO

3 NERV."4"= 9#5+ 21#4 = 44.7 CM2 = 73%

2.5 NERV."3"=2.5#5+2.5#3 = 8.2 " |

2.5 NERV."5"=2.5#5+2.5#3 = 8.2 " |= 27%

- As = 61.1 CM2 =100%

REFUERZO POSITIVO

3 NERV."4" = 9#5 + 3#4 = 21.8 CM2 = 52%

2.5 NERV."3" = 5#5 = 10.0 " |

2.5 NERV."5" = 5#5 = 10.0 " | = 48%

+As = 41.8 CM2 =100%

6.2 MOMENTOS RESISTENTES:

LOSAS RETICULARES USO CONCRETO f'c 210 KG/CM2REFUERZO DE ALTA RESISTENCIA CON fy= 5000 KG/CM2 Y fs = 2500 KG/CM2. TAL Y COMO SE MUESTRA EN SUS PLANOS. LA LOSA ES DE 45 CM DE ESPESOR, ALIGERADA

CON CAJONES DE 85x85x40 CM, PESO PROPIO = 480 KG/M2.

Mr= As*fs.*jd

As = AREAS DE ACERO ANTERIORES

fs. = ESF. ADMISIBLE EN ACERO = 2500 KG/CM2

j = CONST. DE PERALTE = 0.9

d = PERALTE EFECTIVO = .42 M


- MR = 57.6*2500*.9*.42 = 54,400 KG-M. +Mr = 41.4*2500*.9*.42 = 39,100 "

DIRECCION DE NUMEROS

' Mr = 61.1*2500*.9*.42 = 57,700 KG-M

+Mr = 41.8*2500*.9*.42 = 39,500 KG-M



45

6.3 CAPACIDAD DE CARGA

UTILIZANDO COEFICIENTES DEL ACI, LOS MOMENTOS NEGATIVOS SE CALCULAN COMO WL^2/10 Y LOS

POSITIVOS COMO WL^2/14, EN DONDE W= w*B o w*,, DE DONDE SE PUEDE OBTENER,

- w = 10 M-/(L^2*B)

+w = 14 M+/(B^2*L)


B= ANCHO DEL RECUADRO = 8.82 M.

L= LONGITUD DEL RECUADR0 = 7.80 M.

w!= 10* 54400/(7.80^2*8.82) = 1010 KG/M2

W2= 14* 39100/( " ) = 1020 " SE PUESE TOMAR wn = 1010 KG/M2.

DIRECCION DE NUMEROS

B= ANCHO DEL RECUADRO = 7.80 M.

L= LONGITUD DEL RECUADR0 = 8.82 M.

w1= 10* 57700/(8.82^2*7.80) = 950 KG/M2

W2= 14* 39500/( " ) = 910 "

EN PROMEDIO = 930 Kg/M2.

RIGE LA CARGA MENOR, DE 930 KG/M2

PESO PROPIO 480 "

SOBRECARGA UTIL 450 "

ESTE RESULTADO, UN POCO CONSERVADOR PUES SE CONSIDERO LA CARGA MENOR, INDICA CON SEGURIDAD

UNA SOBRECARGA ADMISIBLE TOTAL DE 450 KG/M2, SUFICIENTE PAR UTILIZAR LA LOSA COMO TERRAZA

DESCUBIERTA, SIN NECESIDAD DE MARCOS DE REFUERZO. COMO PARA ESTOS CASOS SE ESPECIFICA UNA

CARGA VIVA DE 300 KG/M2, SOBRAN TODAVIA 150 KG/M2 PARA CUBIERTAS, PERGOLAS Y PISOS.

NATURALMENTE ESTO IMPONE UNA LIMITACION A LAS CARGAS SOBRE LA LOSA, QUE DEBERAN REDUCIRSE A

NO MAS DE LA INDICADA, PERO VALE LA PENA.

EN CONCLUSION LA LOSA PUEDE UTILIZARSE PARA

LOS FINES REQUERIDOS, CON SOLO LIMITAR LAS

SOBRECARGAS MUERTAS A NO MAS DE 150 KG/M2.,

UTILIZANDO RELLENOS DE PERLITA, PISOS Y MUROS

LIGEROS.

MONTERREY, N.L., AGOSTO DE 1993




46



47



GERENCIA DE TABACOS DEL PACIFICO

Tepic, Nayarit.


DISEÑO ESTRUCTURAL--MEMORIA




48

CIGARRERA LA MODERNA S.A.DE C.V.

GERENCIA SERVICIOS DE INGENIERIA

Cap. Aguilar 459, Col Lomas

Monterrey, N.L.

Atn. Arq. Mario de León

Marzo

23

de

1994

Estimado Arquitecto

Estoy anexando la memoria de cálculos y un plano reducido a tamaño doble carta de la cisterna con

capacidad de 510 m3 de agua para la planta de la Gerencia de Tabacos del Pacífico de Tepic, Nayarit.

La memoria se hizo en MSWords y los dibujos en Autocad.

Anexo además un disquete con la información anterior. Tanto la memoria como el dibujo se pueden

editar para dar el formato que ustedes deseen.

El trabajo está en revisión "A", es decir para aprobación por ustedes. Una vez aceptado se puede quitar el

letrero de " PRELIMINAR", poner en revisión "0" y firmar de común acuerdo.

Salvo por la correcciones que pudieran resultar necesarias, el trabajo está completo, esperando sea de su

conformidad.





49



GERENCIA DE TABACOS DEL PACIFICO

Tepic, Nayarit.


DISEÑO ESTRUCTURAL--MEMORIA


ANTECEDENTES

Se referirá la presente memoria al diseño estructural de la cisterna con capacidad de 510 m3. de agua, que se construirá en la

Planta de Tabacos del Pacífico, Tepic, Nay. El trabajo está a cargo del Arq. Mario de León, de la Gerencia de Servicios de

Ingeniería de Cigarrera La Moderna, S.A. de C.V. en Monterrey, N.L.

DESCRIPCION

Se trata de un tanque de 13.70x 21.00x 2.00 m., con tirante de agua de 1.80 m. mínimo. Estará semienterrado 1.00 m. bajo el

nivel del terreno natural. Tendrá cubierta metálica de 2 aguas, con claro de 13.70 m. y flecha de o.70 m. al centro del claro. Se

anexa dibujo Núm. CGTP-01 de Tabacos del Pacifico, S.A. de C.V.

MATERIALES

Utilizaremos los siguientes materiales de construcción:

Concreto f'c = 200 kg/cm2.

Acero de refuerzo fy = 4200 kg/cm2.

Acero estructural ASTM A-36

Polines y trabes Acero tipo Monten o sim.

Anclas ASTM A-307 grado C

Malla electrosoldada fy = 5000 kg/m2. Esfuerzo en suelo fe = 1.0 kg/cm2.

ESPECIFICACIONES

Usaremos para el diseño y construcción las siguientes

DISEÑO

Cargas Reglamento del D.D.F- 1989

Viento y sismo Manual CFE - 1980

Concreto reforzado ACI 318-89. esf. de trabajo


hoja 1 de 3



50

CONSTRUCCION

Concreto reforzado ACI 301-72


CARGAS BASICAS

CUBIERTA METALICA

No se considera ninguna carga colgada de la cubierta.

VIENTO

Zona eólica 2, Estructura tipo B

Velocidad regional: Vr = 125 km/h. Factor de topografía: k = 1.00 (campo abierto)

Factor de ráfaga: Fr= 1.00

Velocidad de diseño Vd= 125 km/h.

Altura sobre el nivel del mar h= .92 km.

Factor de altura = (8+h)/(8+2h) = 0.91

w= .0048*125^2*.91*c= 68C, h= 1.00, L= 13.70 m.

C1 = -1.75 w1= -119 kg/m2.; b1= H/3 = 0.30 m.

C2 = -1.00 w2= - 68 kg/m2; b2=1.5H-b1 = 1.20 m

C3 = -0.40 w3= - 27 kg/m2. ; b3=L/2-b1-b2=5.35 m.

C4 = -0.68 w4= - 46 kg/m2.; b4= L/2 = 6.85 m.

Promedio en todo el ancho wp = -42 kg/m2.

Viento menos muerta = .75*(-42+17) = - 19 kg/m2< 57.

El viento no rige.

DISEÑO DE LA CUBIERTA

LAMINA

Para las cargas indicadas y el claro entre polines de 1.72 m. se

requiere lamina Pintro R-72 cal.· 24 o similar.

POLINES MONTEN

w = 50* 1.72 = 86 kg/m. L= 4.24 m.

M = 86* 4.24^2/8 = 193 kg-m.

Sx = 193*100/2100 =9.2 cm3.

Usar polines mínimos 6MT14 @ 172 cm.; PP= 4.61 kg/m.

TRABES PRINCIPALES MONTEN

w = 57* 4.24 = 242 kg/m. L= 13.70 m. M = 242* 13.70^2/8 = 5680 kg-m.

V = 342* 13.70/2 = 2340 kg.

Sx = 5680*100/2100 =270 cm3.

Usar sección 2-12MT10 o sim. @ 420 cm.; pp = 27.88 kg/m

El diseño de la cubierta se muestra en el dibujo anexo. Los detalles de contravientos, clips, apoyos, etc. corresponden a

estándares de GMA.

Hoja 2 de 3

Lámina, polines y contrav. 10 kg/m2.

Carga viva reglamentaria 40 kg/m2.

Total en polineria 50 kg/m2. Peso propio trabes 7 kg/m2.

Total en trabes 57 kg/m2.



51

PLACA DE UNION

Tensión en tornillos:

T = M/jd = 5680/.9/.560 = 11300 kg.

As = 11300/1400 = 8.00 cm2 = 4 tornillos 19 mm. Momento en placa

M = 11900*2.5/ 20.3 = 1470 kg-cm/cm

t = (6*1470/1520)^.5 = 2.4 cm. = placa de 25 mm.

Usar placas de 25x 203x 610 mm, con 4 tornillos 19 mm en c.

inf. y 2 tornillos 13 mm en c.sup.

MUROS DE CONTENCION

La altura máxima del relleno exterior es de 1.21 m. La altura interior máxima del agua es de 2.01 m. A tanque vacio el muro

trabaja como un simple muro de contención con 1.21 m. de relleno.

= 1700 kg/m3. = 30, supuesto

kr = (1-sen )/(1+sen ) = .333 Mv= .333*1700*1.21^3/6 = 167 kg-m.

A tanque lleno el agua empuja al muro y el relleno exterior.

H agua = 1000*2.01^2/2 = 2020 kg/m

H pasivo= 1/.333*1700*1.21^2/2 = 3740 kg/m> 2020

M neto = 2020*(2.01-1.21)/3 = 540 kg-m/m d = .36*(540)^.5 = 8.4 cm. < 16+4 = 20 cm.

REFUERZO DEL MURO

vertical:

exterior: Ase = 167/(1400*.89*.16) = 0.83 cm2/m

interior: Asi = 540 /(1100*.89*.16) = 3.44 cm2/m.

temperatura: Ast = .0015*20*100/2 = 1.5 cm2/m

usar ref. mínimos #3@35 exterior + #4@35 interior

horizontal

temperatura: Ast = .0025*20*100/2 = 2.5 cm2/m.

usar var.#3@25 en ambos lechos.

ZAPATA

Si tratáramos de calcular la zapata esta quedaría de dimensiones

muy pequeñas y poco prácticas. Para el efecto el manual CRSI especifica un ancho de cuando menos 2/3 de la altura, rigiendo

en este caso la altura del relleno o la diferencias entre agua y

relleno, esto es:

bz =1.21*2/3 = 0.80 m. (Ver detalle en plano CGTP-01)



hoja 3 de 3



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53

CIGARRERA LA MODERNA S.A. DE C.V. MARZO 14 DE DE 1994


RANCHO EL ROCIO. TAPACHULA CHIAPAS

EDIFICIO ADMINISTRATIVO


1.0 ANTECEDENTES

SE REFERIRA ESTE ESCRITO AL DISEÑO ESTRUCTURAL DEL EDIFICIO ADMINISTRATIVO DEL RANCHO EL

ROCIO EN TAPACHULA CHIAPAS, A CARGO DE LA GERENCIA DE SERVICIOS DE INGENIERIA DE CIGARRERA

LA MODERNA S.A. DE C.V. ESTA MEMORIA SUBSTITUYE A LA ANTERIOR DE DISEÑO ESTRUCTURAL, S.A. DE

C.V., QUE NOS SIRVE COMO REFERENCIA.

SE TRATA DE UN EDIFICIO DE UN SOLO PISO, DE 11x31.50 M. EN PLANTA, CON ESTRUCTURA DE CONCRETO

REFORZADO A BASE DE UNA CUBIERTA DE DOS AGUAS Y MARCOS RIGIDOS. SE SUPONE PARA EL SUELO UN

ESFUERZO DE TRABAJO DE 1.0 KG/M2. EN ZAPATAS Y NO MENOS DE 0.5 KG/CM2. EN CIMIENTOS CORRIDOS.

VEASE EL DIBUJO ADM.EC-01 ANEXO Y LOS DIBUJOS ARQUITECTONICOS DE LA SERIE.

2.0 LOSA DE LA CUBIERTA

SE PROPONE UNA LOSA DE 14 CM. DE ESPESOR ALIGERADA CON CASETONES DE POLIESTIRENO DE 60x10 CM.

CARGAS

PESO PROPIO = (.04+.1x.1/.7)*2400 = 130 KG/M2

IMPERMEABILIZACION Y ACABADOS= 60

PLAFON Y DUCTOS= 60

TOTAL C. MUERTA 250 KG/M2

CARGA VIVA (70*) 100

CARGA TOTAL (320*) 350 KG/M2

(* CARGA VIVA REDUCIDA PARA SISMO)

wu = 250*1.4+100*1.7 = 520 KG/M2

s = 0.70 M. --> wu = 520*0.70 = 364 KG/ML

L = 4.50 M.

--Mu = wL^2/10 = 364*4.5^2/10 = 740 KG-M

+Mu = wL^2/14 = 364*4.5^2/14 = 530 KG-M.

Vu = 1.15*wL/2 = 1.15*364*4.50/2=940 KG.

Vuc = 940-364*.26 = 845 kg.

DISPONEMOS DE UN PROGRAMA DE COMPUTADORA

DE BOLSILLO QUE OPERA CON LAS FORMULAS DEL ACI 318-83.

f'c = 200 KG/CM2, fy = 4200 KG/CM2. C= .75, C1=.0033

ZONA SISMICA., SE DISPONE DE 35% DE REF. COMP.

PARA --Mu y H= 14 CM.

RESULA SECCION 14x10 CM. 2#4 L.SUP. 2#3 L.INF. NO

NECESITA ESTRIBOS.

VER DETALLE DE LOSAS EN DIB. ADM.EC-01

HOJA 1de 4

CONSTRUCTORA KRONE, S.A. DE C.V. CABALLERIZAS RECTANGULARES CLUB HIPICO EL DIENTE

CD VILLAFRANCA 6609 CP64346 HDA SANTA CLARA. TEL.10-8151 SECRETEL 18-0528. MONTERREY, N.L

54

3.0 MARCOS RIGIDOS

PARA EVITAR MOMENTOS EN LA CIMENTACION SUPONEMOS LOS MARCOS ARTICULADOS AL PIE DE LAS

COLUMNAS. LOS MARCOS SE RESUELVEN MEDIANTE LAS FORMULAS DEL MANUAL AHMSA, PAGINAS 102 A

102.

CARGAS MUERTAS Y VIVAS

C. MUERTA = 250*4.50 = 1130 KG/M.

P.PROPIO = .30*.70*2400 = 500

C.M. TOTAL 1630 KG/M.

C.VIVA = 100*4.50 = 450 "

TOTAL 2080 KG/M.

wu = 1630*1.4+450*1.7 = 3050 KG/M.

CARGAS REDUCIDAS PARA SISMO

wr = 1630+70*4.50 = 1950 KG/M.

wru= 1630*1.4+315*1.7= 2820 KG/M.

FACTOR DE REDUCCCION: R= 2820/3050=0.92

ZONA SISMICA (CFE-1981) = D

TIPO DE SUELO = III

ESTRUCTURACION CASO 3

C= 0.64, Q= 2, Q'= C/Q= 0 .32

DEBEMOS ACLARAR QUE EL FACTOR "Q" SE CONSIDERO CONSERVADORAMENTE BAJO Y QUE EL CALCULO POR SISMO ESTARA SOBRADO, MANTENIENDO POR SEGURIDAD EL VALOR DE LOS DISEÑADORES

ORIGINALES.

CONSTANTES. (VER MANUAL AHMSA PAG. 101 Y 104)

I1 = 1/12*30*35^3 = 177000 CM4 = 1 COL.

I2 = 1/12*30*70^3 = 857000 CM4 =8 VIGA

h = 3.00 M., f= 1.40 M. L=11.00 M., ht=h+f=4.40 M.

q = (5.50^2+1.40^2)^.5 = 5.68 M.

= (I1/12)*q/h = 0.236

= f/h = 0.466

A = 4*(3+3*+^2+1/) = 35.4

B = 2*(3+2*) = 7.864

C = 2*(3++2/ )= 23.85

CASO 1: CARGA TOTAL

CARGAS

Wu = 3.05* 1.00 = 33.6 TON.

Puc = .30*.35*2.4*3.00*1.4= 1.1 TON ( P.P. COL.)

VALORES

Hu! = Hu5 = Wu*L*(2+B+)/(8*A*h)= 4.5 TON.

Vu! = Vu5 = Wu/2 + Puc = 17.9 TON Mu2= Mu4= -Hu5*h = -13.5 TON-M

Mu3 = Wu+L/8-Hu5*ht = 26.4 TON-M

CASO 2a. EMPUJE DE SISMO

Wr= 1.95*11.00+2*.75= 23.0 TON.

Pus=.32*23.0*1.7= 12.6 TON.

HOJA 2de 4



55

Hu5 = Pus*(B+C)/2A = 5.65 TON.

Hu! = --(Pus-Hu5) = -6.95 TON.

Vu1 = -- Pus*h/L = -3.44 TON

Vu5 = -- Vu5 = 3.44 TON.

Mu2 = Hu1*h = -20.9 TON-M

Mu4 = Hu5*h = 16.9 TON-M.

Mu3 = Pus*h-Hu5*ht = 20.9 TON.M.

CASO 2: 0.75*(.92*CASO1+CASO 2a)

Hu1 = -2.11 TON < 4.5

Hu5 = 7.33 TON > 4.5 RIGE Hu = 7.33 TON EN 1 Y 5

Vu1 = 9.80 TON < 17.9

Vu5 = 14.9 TON < 17.9 RIGE Vu = 17.9 TON EN 1 Y 5

Mu2= 6.4 TON-M< 13.5

Mu4=-22.3 TON-M>13.5 RIGE Mu = 22.3 TON-M EN 2 Y 4

Mu3= 33.9 TON-M>26.4

DEBEMOS ACLARAR QUE, EN REALIDAD, EL EMPUJE DE SISMO TOTAL NO SE APLICA EN SOLO UN LADO, SINO

QUE LA MITAD DE LA CARGA SE APLICA EN CADA LADO, RESULTANDO CORTANTES HORIZONTALES Y

MOMENTOS EN NUDOS MENORES, ESTO ES:

CASO 2A CORREGIDO

Hu1 = --Hu5 =12.6/2= 6.3 TON.

Mu2 = --Mu4 = 0.0 TON-M.

Mu3 = 6.3*3 = 18.9 TON-M

CASO 2. CORREGIDO

Hu1 = -Hu5 = 4.7 TON > 4.5

Vu1 = - Vu5 = 12.4 TON < 17.9

Mu2 = -Mu4 = 14.4 TON-M > 13.5

Mu3 = 33.9 TON-M > 26.4

DISEÑO DE TRABE T1 Y COLUMNA C1 DEL PROGRAMA DE COMPUTADORA

V1= SECCION 30x70 CM. 4#6 SUP.--6#6 INF.--

ESTR.#3@15 EXTREMOS Y @30 EN CENTROS.

COL. C1= 30x35--12#6--ESTR.#[email protected] Y 15 CM. POR

ESPECIFICACIONES DE SISMO.

4.0 TRABES DE CIMENTACION

RESISTEN EL PESO DE UN MURO DE 15 CM. DE 3.00M DE ALTURA MÁS PESO PROPIO:

w = 300*3.00+120 = 1020 KG/M.

wu = 1020*1.4 = 1430 KG/M

L = 4.50 M.

-Mu = 1430*4.5^2/10= 2900 KG-M.

+Mu= 1430*4.5^2/14= 2100 KG-M

Vu = 1430*4.5/2= 3200 KG.

Vuc = 3200-1430*.375= 2660 KG.

HOJA 3de 4



56

DEL PROGRAMA RESULTA:

TC1= SECCION 20*25-- 4#4 SUP.--3#4 INF.--

ESTR.#2@ 10 CM. POR ESPECIF. DE SISMO

5.0 ZAPATAS

LAS ZAPATAS SE DISEÑAN MEDIANTE EL MANUAL CRSI:

Pu = 17900+3200 +2400 PP.= 23500 KG.

Pt = 23500/1.55 = 15200 KG.= 15.2 TON.

SE REQUIERE ZAPATA Z1 DE

125x125x30 CM. CON 6 VARS.#4C/D.

VER DETALLES EN DIBUJO ADM.EC.01

MONTERREY, N.L., MARZO 14 DE 1994


HOJA 4de 4



57

CIGARRERA LA MODERNA S.A DE C.V. GERENCIA SERVICIOS DE INGENIERIA

VECTOR CASA DE BOLS, S.A. DE C.V.

ELEVADOR EXTERIOR DE SERVICIO

D I S E Ñ O E S T R U C T U R A L


MONTERREY, N.L, MAYO, 09



58

CIGARRERA LA MODERNA S.A DE C.V. GERENCIA SERVICIOS DE INGENIERIA

VECTOR CASA DE BOSA S.A DE C.V.

ELEVADOR EXTERIOR DE SERVICIO DISEÑO ESTRUCTURAL. MEMORIA

MONTERREY, N.L., MARZO DE 1994

1.0 ANTECEDENTES

SE REFERIRA LA PRESENTE MEMORIA AL DISEÑO ESTRUCTURAL DE LA TORRE DE CONCRETO REFORZADO

PARA EL ELEVADOR EXTERIOR DE SERVICIO, ANEXO AL EDIFICIO EXISTENTE DE VECTOR CASA DE BOLSA

S.A. DE C.V. EN AVE. ROBLE 566, COLONIA VALLE DEL CAMPESTRE, SAN PEDRO GARZA GARCIA, N.L.

EL DIRECTOR DEL PROYECTO ES EL ARQ. SALVADOR MOLINA DE LA GERENCIA DE SERVICIOS DE

INGENIERIA DE CIGARRERA LA MODERNA S.A. DE C.V. LOS PLANOS DE LA CONSTRUCCION EXISTENTE Y

LOS REQUISITOS DEL ELEVADOR FUERON PROPORCIONADOS POR EL CLIENTE. NO SE HICIERON ESTUDIOS

DE SUELOS PERO SE EXCAVARA LO SUFICIENTE PARA ENCONTRAR UN ESTRATO RESISTENTE CON

CAPACIDAD DE 1.2 KG/CM2 COMO MINIMO.

2.0 DESCRIPCION

SE TRATA DE UNA TORRE DE APROXIMADAMENTE 30 M. DE ALTURA PARA DAR SERVICIO A LOS NIVELES DE

PLANTA BAJA, 5º PISO Y 6º PISO SOLAMENTE, ANEXA AL EDIFICO DE VECTOR EXISTENTE. EL CUBO DEL

NUEVO ELEVADOR SE LOCALIZA FRENTE AL RECUADRO DE ESCALERAS EXISTENTE, REQUIRIENDO DE LOSAS

EN VOLADIZO EN LOS NIVELES 5º , 6º Y 7º PARA PROPORCIONAR EL ACCESO LATERAL AL ELEVADOR POR EL

PASILLO ADYACENTE AL RECUADRO DE ESCALERAS.

CON DIBUJOS VARIOS DE LA CONSTRUCCION EXISTENTE Y EL DE ELEVADORES LUCKLAEND

PROPORCIONADOS POR EL CLIENTE, SE PRODUJERON LOS PLANOS EC-01: DIMENSIONES GENERALES Y EC-

02: ESTRUCTURACION DE LA TORRE DEL ELEVADOR, QUE ENSEGUIDA SE PRESENTAN, EN LOS QUE SE

DESCRIBE CON DETALLE EL PROYECTO.

3.0 ESPECIFICACIONES Y MATERIALES:

3.1 ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: PARA LO ESTRUCTURAL USAREMOS LAS SIGUIENTES,

USUALES EN NUESTRO MEDIO:

CARGAS: POR EL PROVEDOR

CONCRETO REF. ACI-318-89. ESF. DE TRABAJO




59

3.2 ESPECIFICACIONES DE CONSTRUCCION: SEGUIREMOS LAS SIGUIENTES:


ACERO DE REFUERZO AISC-1985

3.3 MATERIALES PRINCIPALES: SE PROPONEN LOS SIGUIENTES:




ESFUERZO REQUERIDO EN SUELO: f=1.2 KG/CM2.

4.0 CARGAS BASICAS

LAS CARGAS SIGUIENTES FUERON DETERMINADAS DE ACUERDO A LOS REGLAMENTOS, AL USO DE LAS

LOSAS Y A LOS MATERIALES ESTRUCTURALES, DE RELLENO Y DE ACABADO ESPECIFICADOS EN PLANOS, ASI

COMO LAS ESPECIFICADAS POR EL PROVEDOR DEL ELEVADOR:

4.1 AZOTEA GENERAL NIV. 127.38 CARGAS MUERTAS

PESO PROPIO LOSA .10 *2400= 240 KG/M2.

IMPERM. Y RELLENO 120 "

INSTALACIONES 20 "

TOTAL CARGA

MUERTA

380 "

CARGA VIVA 500 "

CARGA TOTAL 880 "

LA CARGA VIVA DE 500 KG/M2 ES PARA EFECTOS DE IZADO DE

EQUIPOS DEL ELEVADOR, SUJETA A VERIFICACION POR PARTE

DE LOS PROVEDORES.

4.2 AZOTEA NIV. 122.53

CARGAS MUERTAS


IMPERM. Y RELLENO 120 "

INSTALACIONES 20 "

TOTAL CARGA

MUERTA

380 "

CARGA VIVA 300 "

CARGA TOTAL 680 "

LA CARGA VIVA DE 300 KG/M2 ES PARA EFECTOS DE COLOCA

CION DE EQUIPOS SOBRE LA LOSA.

.4.3 LOSA CUARTO MAQUINAS ELEVADORES



60

CARGAS MUERTAS


PISO Y ACABADOS --- "

INSTALACIONES 20 "

TOTAL CARGA

MUERTA

500 "

CARGA VIVA EQUIV. 4000 "

CARGA TOTAL 4500 "

LA CARGA VIVA DE 4000 KG/M2 ES EQUIVALENTE AL SISTE MA

DE CARGAS CONCENTRADAS PARA EFECTOS DE DISE ÑO

LOCAL DE LA LOSA, SUJETA TAMBIEN A VERIFICACION POR EL PROVEDOR. EN LA ZONA DE INSTRUMENTACION USAREMOS

LOSA DE 10 CM. CON CARGA VIVA DE 500 KG/M2. Y TOTAL DE

880 KG/M2

4.4 ENTREPISOS NIV. 119.38 Y 115.78

CARGAS MUERTAS


PISO Y ACABADOS 120 "

INSTALACIONES 20 "

TOTAL CARGA

MUERTA

380 "

CARGA VIVA PASILLO 350 "

CARGA TOTAL 730 "

4.5 MUROS, VIGAS Y COLUMNAS.

LOS MUROS SON DE BLOCK DE 15 CM. CON PESO DE 350 KG/M2 EN SU ELEVACION, INCLUYENDO PESO

PROPIO, ENJARRE Y ACABADOS ARQUITECTONICOS. ESTE PESO ES UN POCO CONSERVADOR PARA TOMAR EN CUENTA CARGAS IMPREVISTAS. VIGAS, COLUMNAS Y DEMAS SON DE CONCRETO REFORZADO DE LAS

DIMENSIONES INDICADAS EN LOS PLANOS, CON PESO DE 2400 KG/M3

5.0 ANALISIS GRAL. POR VIENTO Y SISMO

LA NUEVA TORRE SE VA A LIGAR EN CADA PISO CON EL EDIFICIO EXISTENTE. LAS CARGAS DE NUEVAS SON PRACTICAMENTE DESPRECIABLES Y SERAN TOMADAS POR EL EDIFICO EXISTENTE. POR LO TANTO, LAS

CARGAS DE VIENTO Y SISMO, AUN CUANDO DEBEMOS TENERLAS EN MENTE, NO NECESITA MOS

CONSIDERARLAS CON DETALLE.

6.0 LOSA AZOTEA NIV. 127.38 M.

VER DETALLE DE LA LOSA EN DIBUJO EC-02 DADO EN HOJAS ANTERIORES.

LOSA

DE HOJA 2: w= 880 KG/M2.

L1= 2.10 M., L2= 1.60 M.

-M = 880*2.10^2/10 = 390 KG-M./M.

+M= 880*2.10^2/14= 280 KG-M./M.



61

d = .26* SQR 390 = 5.1 < 7+3 REC = 10 CM.

-As = 390/(1700+.89*.07) = 3.7 CM2 #3@20 CM.

+As= 280/(1700*.89*.07) = 2.6 CM2 = #3@28 CM.

Ast = .0018*10*100 = = 1.8 CM2 #3@30 CM.

POR RAZONES DE STANDARIZACION SE DETERMINO UNA SECCION TIPO DE VIGA DE 20x30 CM., EXCEPTO EN

DONDE SE REQUIERA UNA SECCION MAYOR. VER MARCAS DE VIGAS EN DIBUJO EC-02.

VIGAS

SECCION EFECTIVA: b = 20 CM., d = 25 CM

Mr = 14.7*20*25^2/100 = 1840 KG-M.

Vr = 6.2*20*25 = 3100 KG.

LOS VALORES RESISTENTES SON SIN REFUERZO DE

COMPRESION NI EFECTO DE VIGA "T" Y CON ESTRIBOS MINIMOS.

VIGA VA6:

w = 880*1.15+ 350 pretil+100 pp. = 1460 KG/M

L = 3.54 M.

M = 1460*3.54^2/8 = 2300 KG.M 2100 Vc = 1460*(3.54/2-.40)= 2000 KG < Vr

As = 2300/(1700*.89*.25)=6.1 CM2 = 3#5 LI

SECCION 20x25 CM.-- 2#4 LS -- 3#5 LI -- ESTRIBOS

MINIMOS #2@15 CM.

LA SECCION ES LA ESTANDAR. EL REFUERZO SUPERIOR ES MINIMO PARA ARMADO. EL REFUERZO INFERIOR

ES EL CALCULADO. LOS ESTRIBOS SON LOS MINIMOS POR ESPECIFICACIONES, CON ESPACIAMIENTO DE 1/2 PERALTE EFECTIVO. ESTA ACLARACION ES TIPICA PARA TODAS LAS VIGAS, SALVO DONDE SE NECESITE OTRA

COSA.

VIGA VA7:

w = 880*(2.10+1.60)/2+100 pp. = 1730 KG-M.

L = 3.54 M.

POR PROPORCIONES CON LA ANTERIOR, TODO ES

IGUAL EXCEPTO: As = 7.2 CM2. = 4#5 LI

VIGA VA3:

w = 880*.90+350 pretil+100 pp = 1240 < 1460

TODO IGUAL EXCEPTO As = 5.2 CM2 = 3#5 LI

VIGA VA5:

ES UNA VIGA EN VOLAD1ZO DE 1.60 M. Y UN CLARO

DE 2.1 M

VOLADIZO:

w = 350 + 100 = 450 KG/M,

P = 1240*1.92 = 2400 KG.

M = 450*1.6^2/2+2400*1.6= 4420 KG-M>> 1840.

V = 450*(1.6-.4)+2400 = 2900 KG. < Vr USAR SECCION DE 20x60 CM.

-As = 4420/(1700*.89*.55) = 5.3CM2 4#5 LS



62

SECCION 20x60 CM- REF.SUP 4#5- REF.INF 2#4-

ESTR.#3.@30 CM. MIN.

EN ESTE NIVEL NO EXISTEN LAS MARCAS DE VIGAS VA1, VA2 Y VA4, QUE CORRESPONDEN AL NIVEL 7, QUE SE VERA MAS ADELANTE.

7.0 LOSA CUARTO DE MAQUINAS.

VER DETALLE EN DIBUJO EC-02. LA LOSA TIENE DOS RECUADROS: UNO PARA LAS MAQUINAS DEL ELEVADOR

Y OTRO PARA LA ZONA DE INSTRUMENTACION. LA LOSA MAQUINAS ES DE 20 CM. DE ESPESOR Y LA DE INSTRUMENTACION DE 10 CM.

LOSA MAQUINAS

w = 4500 KG/M2.

S = 2.10 M., L = 2.84M., M=S/L=.74

ws= 4500/(1+.74^4) = 3500 KG/M2

wl = 3500*.74^4 = 1000 KG/M2

Ms= 3500*2.10^2/8 = 1930 KG-M.

Ml = 1000*2.84^2/10= 810 KG-M.

d = .26*1930^.5 = 11.4 < 16+4 = 20 CM.

As = 1930/(1700*.89*.16) = 8.0 CM2 #5@20CM.

LA LOSA DE MAQUINAS ES MUY CHICA Y DE ELLA DEPENDE TODA LA SEGURIDAD DEL ELEVADOR. POR OTRO LADO, DEBIDO A LAS ABERTURAS PARA EQUIPOS, NO ESTA MUY BIEN DEFINIDO COMO TRABAJA EL

REFUERZO. POR LO MISMO ES RECOMENDABLE SER CONSERVADORES Y PROPONER UNA LOSA TIPO ESPESOR

20 CM. CON DOBLE PARRILLA #5@20 CM. COMO SE MUESTRA EN EL PLANO.

LOSA INSTRUMENTACION

w = 380 cm + 500 cv = 880 KG/M2.

L = 1.60 M.

M = 880*1.6^2/8 = 280 KG-M.

LOSA ESPESOR 7+3=10 CM.

As = 280/(1700*.89*.07) = 2.64 CM2 #3@27 @30 Ast = .0018*10*100= 1.8CM2. < #3@30 CM.

VIGA VM1

w =4500*1.15+350*1.90 muro+220 pp=6100 KG/M2

L = 3.54 M.

M = 6100*3.54^2/8= 9600 KG-M

VC = 6100*(3.54/2-.70)= 6530 kg.

d = .26*(9600/.3)^.5 = 46.5 < 55+5 = 60 CM.

As = 9600/(1700*.89*.55)= 11.6 CM2= 4#6

v = 6530/(30*55)= 4.0 KG/CM2 --> EST.#3@30

SECCION 30x60--REF.SUP=2#5--REF.INF=4#6--

ESTR.#3@30 CM.

VIGA VM2

w = 4500*1.15+880*.90+220 = 6200 KG-M6100 L = 3.54 M.

RESULTA IGUAL A VM1



63

VIGA VM3 w = 880*.90+350*1.9+100 = 1560 KG/ML

RESULTA IGUAL A VA3, EXCEPTO 4#5 LI.

VIGA VM4

w = 1000*(1.42+.40)= 1820 KG/M.

L = 2.10 M.

M = 1820*2.10^2/8 = 1000 KG-M.

As = 1000/(1700*.89*.25)=2.64 CM2= 2#5

SECCION 20x25 CM.--REF.= 2#5 A/L-- ESTR.#2@15 CM.

VIGA VM5 w = 350*2.9+100 = 1100 KG/M.

P = 1560*3.84/2 = 3000 KG.

M = 1100*1.6^2/2+3000*1.60=6200 KG-M

V = 1100*(1.6-.70)+3000 = 4000 KG.

d = .26*(6200/.20) = 46 CM< 55+5 = 60 CM.

As = 6200/(1700*.89*.55)= 7.5 CM2= 4#5

RESULTA IGUAL A VA5

8.0 LOSA AZOTEA Y CUBO NIV. 122.53

LOSA

LA CARGA ES UN POCO MENOR QUE LA DE LA LOSA

DE INSTRUMENTACION ANTERIOR Y SE HARA IGUAL

VIGA VA1

w = 350*2.20+100 pp= 870 KG/M., L= 3.54 M.

M = 870*3.54^2/8= 1400 KG-M.

As = 1400/(1700*.89*.25)= 3.7 CM2= 2#5

VIGA VA2 w = 680*.90+100 = 700 KG/M.L, L=3.54

As = 3.7*(700/870)= 3.0 CM2 = 2#5

RESULTA IGUAL A LA ANTERIOR

LAS VIGAS VA3 Y VA5 SON LAS MISMAS DE LA

AZOTEA SUPERIOR, YA CALCULADAS. LA VIGA VA4

SE HARA IGUAL A LA VM4.

9.0 LOSAS ENTREPISO NIV. 115.78 Y 119.38

LOSA

w = 730 KG/M2, L= 1.60 M. M = 730*1.6^2/8 = 230 KG-M.

LOSA ESPESOR 7+3= 10 CM.

As = 230/(1700*.89*.07)= 2.2 CM2< #3@30 CM.

LOSA ESPESOR 10 CM. CON PARRILLA #3@30 LI

VIGA VE1



64

CARGA Y CLARO SON IGUALES Y POR LO TANTO SE HARA IGUAL A LA VA1.

VIGA VE2 Y VE3

w = 730*.90+350*2.2+100= 1530 KG/M. L=3.54M.

M= 1530*3.54^2/8= 2400 KG-M

As= 2400/(1700*.89*.25)= 6.3 CM2= 3#5.

VIGA VE4

SE HARA IGUAL A LA VM4

VIGAS VE5 w = 350*2.20+100= 870 KG/M

P = 1530*3.84/2= 2940 KG.

M = 870*1.60^2/2+2940*1.6= 5800 KG-M

V = 870*(1.6-.70)+2940 = 3720

RESULTA IGUAL A LA VM5

10.0 VIGAS INTERMEDIAS DE CUBOS

SOLO CARGAN EL PESO DE UN MURO DE 0.80 M DE ALTURA MAS SU PROPIO PESO. SUS DISEÑOS SE

OBTIENEN POR COMPARACION CON LAS PREVIAMENTE CALCULADAS Y SE MUESTRAN EN LA TABLA DE VIGAS

DEL PLANO EC-02.

11.0 COLUMNAS, PEDESTALES Y ZAPATAS

EN LA TABLA DE LA HOJA SIGUIENTE SE CALCULAN LAS CRGAS TOTALES SOBRE LAS COLUMNAS Y ZAPATAS.

TABLA DE CARGAS EN COLUMNAS Y CIMENTACIÓN

PARTE DIMENSxCARGA W X Y Mx My

LOSA AZ. 3.84x 3.90x0.88 13.2 1.94 1.95 25.6 25.7

LOSA MAQ. 3.84x 2.30x0.98 8.7 1.94 1.15 16.9 10.0

LOSA N.7 3.84x 1.60x0.68 4.2 1.94 3.10 8.1 13.1

LOSA N.6 3.84x 1.60x0.73 4.5 1.94 3.10 8.7 14.0

LOSA N.5 3.84x 1.60x0.73 4.5 1.94 3.10 8.7 14.0

MURO W1 3.84x11.50x0.35 15.6 1.94 3.80 30.3 59.3

MURO E1 3.84x11.50x0.35 15.6 1.94 2.10 30.3 32.8

MURO W1 3.88x16.53x0.35 22.4 1.94 -0.10 43.5 -2.2

MURO E2 3.88x16.53x0.35 22.4 1.94 -0.10 43.5 -2.2

MURO S1 3.88x11.50x0.35 15.6 3.88 1.95 60.5 30.4

MURO S2 2.30x16.53x0.35 13.3 3.88 1.15 51.6 15.3

TOT. COLS. 140.0 2.34 1.50 327.7 210.2

ZAPATA 4.50x2.90x0.72 9.4 2.25 1.45 21.1 13.6

TOT. NETO 149.4 2.33 1.50 348.8 223.8

TIERRA 4.50X2.90x2.24 29.2 2.25 1.45 65.7 42.3

TOT.BRUTO 178.6 2.32 1.49 414.5 266.1



65

CARGAS Y DISEÑO DE COLUMNAS P = 140.0 TON.

X1= 2.34-0.15= 2.19 M. X2= 3.54-2.19=1.35 M.

Y1= 1.50-0.15= 1.35 M. Y2 = 2.00-1.35=0.65 M.

P1 = 140.0*2.19*1.35/(3.54*2.00)= 58.5 TON MAX.

P2 = 140.0*2.19*0.65/(3.54*2.00)= 28.1 TON

P3 = 140.0*1.35*1.35/(3.52*2.00)= 36.0 TON

P4 = 140.0*1.35*0.65/(3.52*2.00)= 17.4 TON

PARA LA CARGA MAXIMA DE 58.5 TON RIGE

COLUMNA MINIMA POR ESPECIFICACIONES DE

30x30 CM, CON 4·5 Y ESTR.#3@25 CM.

PEDESTALES

SOLO PARA DAR MAYOR RECUBRIMIENTO USAR

SECCION 35x35 CM. MISMO REFUERZO.

ZAPATA

Pmax = 178.6 TON. X= 2.32 M. Y= 1.49 M.

ex = 2.32-2.25 =.07 M., ey= 1.49-1.45= .04 M

DIMENSIONES DISPONIBLES: 450x2.90 CM.

ESPESOR PROPUESTO = 40 CM. fprom= P/A= 178.6/(4.50*2.9)= 13.7 TON/M2. fmax =13.7*(1+6*.07/4.5^2+6*.04/2.9^2)=14.4 TON/M2

fneto = 14.4-2.24 = 12.1 TON/M2 = 1.2 KG/CM2.

- Ml = 12*0.81^2/2 = - 4.0 TON-M LI

+Ml = 12*3.54^2/8- 4.0/2= 16.8 TON-M

- Ms = 12*0.75^2/2 = - 3.4 TON-M.

+Ms = 12*2.00^8/8-3.4/2= 4.3 TON-M.

d = .26*16800^.5 = 33.7 33+7 = 40 CM. OK +Asl = 16800* 2.90/(1700*.89*.33)= 98 CM2= 20#8 LS. - Asl = 4000* 2.90/(1700*.89*.33)= 6 CM2 = 6#5 LI. +Ass = 4300* 4.50/(1700*.89*.33)= 39 CM2= 20#8 LS. +Ass = 4000* 2.90/(1700*.89*.33)= 6 CM2 = 6#5 LI.

12.0 FOSO DEL ELEVADOR.

SE TRATA DE UN FOSO DE 3.64x1.90x1.30 M. COMO SE MUESTRA EN DIBUJO EC-02. POR INSTRUC CIONES DEL

PROVEDOR DEL ELEVADOR SE PONDRA EN SU PARTE SUPERIOR UNA VIGA VC4.

MURO DE CONTENCION

h = 1.30 M.

M= .33*1600*.1.30^3/6= 193 KG-M

d = .26*193^.5= 3.6 < 16+4= 20 CM.

RIGE REFUERZO MINIMO POR ESPECIFIC.

Asv= .0015*20*100= 3.0 CM2/M = #3@35 CM.

Ash= .0025*20*100= 5.0 CM2/M = #3@25 CM EL REFUERZO ES UNIFORME EN TODO EL

PERIMETRO.

MONTERREY, N.L. MARZO DE 1994




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KRONE

CONSTRUCTORA KRONE, S.A. DE C.V.

M E R K A F O N ESCALERA DE EMERGENCIA Y CUBO DE ELEVADORES

DISEÑO ESTRUCTURAL. MEMORIA DE CÁLCULOS

MONTERREY, N. L. MARZO DE 1998.

CD.DE LOGROÑO 5560 HACIENDA SANTA CLARA

M O N T E R R E Y , N . L . TEL/FAX: 310-8151 SECRETEL: 318-0528

RFC: GMA-800318UQ9

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. MERKAFON: ESCALERA DE EMERGENCIA Y ELEVVADORES


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CONSTRUCTORA KRONE, S.A. DE C.V. Rio Amacusac 1201 Ote. Garza García, N.L. AT'N. Arq. Rogelio González Garza. Arq. Salvador Molina B.

Marzo 25 de 1998.

M E R K A F O N ESCALERAS DE EMERGENCIA Y CUBO DE ELEVADORES

DISEÑO ESTRUCTURAL

Contenido: 1. Antecedentes; 2.Descripción; 3.Especificaciones y Materiales; 4.Cargas básicas;

5.Escaleras de emergencia, 6.Cubo de elevadores.

1. ANTECEDENTES

Tratará la presente memoria del diseño estructural para la Escalera de Emergencia y el Cubo de Elevadores del Edificio Merkafón, que se construirán en el área metropolitana de Monterrey, N.L. El director del proyecto será Krone, en la persona del Arq. Salvador Molina B. Como no hay estudio de mecánica de suelos, se supondrá un esfuerzo del terreno de 2 Kg/cm2 por lo que, si en la obra se encontrara un esfuerzo diferente, se tendrían que hacer las adecuaciones pertinentes.

2. DESCRIPCIÓN.

La escalera de emergencia será metálica, apoyada en las columnas y muros de contención existentes en el sótano, con 6 columnas y plataforma de acceso a vestíbulo en los 4 niveles de entrepiso y la azotea. Para dimensiones y alturas ver plano MF.EC.01. El cubo de Elevadores, incluirá losas de vestíbulo y de acceso y los cubos para dos elevadores, de las dimensiones y características especificadas en sus croquis sin número de Circulación Vertical y la hoja de catálogo de Otis: elevador de pasajeros VV VF, Otis 2000. Para dimensiones y alturas ver planos MF.EC.02 y MF.EC.03.

3. ESPECIFICACIONES Y MATERIALES.

ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: Cargas: Reglamento de Construcciones del D.F. Concreto: ACI-318-89. Acero Estructural: AISC 1985 Esf. en el Terreno: 2.0 Kg/cm2 (Supuesto)



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ESPECIFICACIONES DE CONSTRUCCIÓN:

Concreto: ACI-301-72 Acero Estructural: AISC, 1985

MATERIALES: Concreto: fć = 200 Kg/CM2 Acero de Refuerzo: fy = 4200 Kg/CM2 Acero estructural ASTM-A36 P.E.R. Hylsa: fy = 3520 Kg/cm2

4. CARGAS BÁSICAS.

ESCALERA: Carga Muerta

Po. Po. Estructura 25 Kg/m2

Total Carga Muerta 25 Kg/m2

Carga Viva 500 Kg/m2

Carga Total 525 Kg/m2

AZOTEA ELEVADORES: Carga Muerta

Po. Po. Losa = 0.10*2400 360 Kg/M2

Impermeabilización 120 Kg/M2

Total Carga Muerta 480 Kg/M2

Carga Viva 100 Kg/M2

Carga Total 580 Kg/M2

Carga concentrada P = 2000 Kg.

wu = 1.4*480+1.7*100 = 840 Kg/m2

Pu= 1.7*2000 = 3400 Kg.

AZOTEA VESTÍBULO: Carga Muerta

Po. Po. Losa = 0.10*2400 240 Kg/M2

Impermeabilización y acabados 170 Kg/M2




wu = 1.4*410+1.7*100 = 740 Kg/m2

ENTREPISO CTO. MAQUINAS: Po. Po. Losa = 0.2*2400 480 Kg/m2

Carga viva equivalente 4000 Kg/m2

Carga Total 4480 Kg/m2

wu = 1.4*480+1.7*4000 = 7500 Kg/m2



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ENTREPISO VESTÍBULO: Carga Muerta

Po. Po. Losa = 0.1*2400 240 Kg/M2

Acabado de Piso 120 Kg/M2

Plafón e Instalaciones 50 Kg/M2




wu = 1.4*410+1.7*350 = 1200 Kg/m2

VIENTO. Como escaleras y elevadores estarán adosadas al edificio existente y no le transmitirá ningún esfuerzo adicional, no se requerirá hacer un análisis de este tipo de carga

5. ESCALERA DE EMERGENCIA.

Para localización y dimensiones, ver Plano MF.EC.01:

ALFARDAS AL1, AL2, AL3 w = 525 Kg/m2 (hoja 2), b = 1.0/2 = 0.50 m, L= 5.00 m w = 525*0.5 = 260 Kg/m M = 260*5.00^2/8 = 810 Kg-m S = 810/15.2 = 53 cm3 Por libraje de escalones se usarán: CPS 8" - 17.03 Kg/m con Sx = 132.3 cm3, muy sobrado

ESCALONES E1 Serán de canales de lámina doblada, con el peralte del perfil usado como huella del escalón: P = 140 Kg (2 personas por escalón) L = 1.0 m M = 140*1.00/4 = 35 Kg-m S = 35/21 = 1.66 cm3 Usar 12-TH-12 - 10.50 Kg/m o similar con Sy = 19.3 cm3, sobrado

DESCANSOS V1 L = 2.80 m. b = 2.20 m. w = 525*2.20/2 = 580 Kg/m, M = 580*2.80^2/8 = 570 Kg-m S = 570/15.2 = 38 cm3 Por diseño se requiere CPS 6", pero por uniformidad con las alfardas, se usará: CPS - 8" - 17.03 Kg/m con Sx = 132 cm3



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VIGAS DE APOYO V2, V3, V4 La crítica es la viga intermedia V2 L = 2.20 m. b1 = 5.00 m, b2= 0.35 m. w = 525*(5.00/2+.35/2) = 1400 Kg/m, M = 1400*2.20^2/8 = 850 Kg-m S = 850/15.2 = 56 cm3 Se requiere CPS 6", pero para conectar las alfardas, se usará: CPS - 8" - 17.03 Kg/m con Sx = 132 cm3 COLUMNAS Áreas Tributarias A1 = 2.0*5.0/4 = 2.50 m2 A2 = 2.2*2.8/4 = 1.54 m2 A3 = 2.50+1.54 = 4.04 m2 w = 525+45pp = 570 Kg/m2 Cargas Se consideran 4 niveles de pisos P1 = 2.50*570/1000 = 1.43 ton/piso*4 = 5.72 Ton. P2 = 1.54*570/1000 = 0.88 ton/piso*4 = 3.52 Ton. P3 = 4.04*570/1000 = 2.31 ton/piso*4 = 9.24 Ton Diseño h max. = 4.68 m. Suponiendo 2 CPS 4" - 16.08 Kg/m con: A = 20.12 cm2 r = 3.97 cm; kl/r = 468/3.97 = 118; Fa = 754 Kg/cm2 Padm = 20.12*754/1000 = 15.2 ton >9.24 ton Usar 2 CPS 4" - 16.08 Kg/m. Placa base. Usar Placa 150x130X10 mm. TRABES DE APOYO EN SÓTANO TC1: sobre la puerta en sótano: P1 = 9.24 +9.24/2 = 13.9 Ton P2 = 3.52+3.52/2 = 5.3 Ton a = 0.55 m b = 1.67 m L = 5.02 m R = (5.3*(5.02-1.67)+13.9*0.55)/5.02 = 5.1 Ton M = 5.1*1.67 = 8.52 Ton-m. S = 8520/15.2 = 560 cm3 Usar IPR 12"X6.5"- 44.64 Kg/m con Sx = 633 cm3 TC2 y TC3: bajo columnas de torre: P = 9.2 Ton a = b = 2.0 m, L = 4.00 m M = 9.2*4/4 = 9.2 Ton-m S = 9200/15.2 = 605 cm3 Usar IPR 12"X6.5" - 44.64 Kg/m



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LÁMINA Y LARGUEROS

Por acuerdo con el cliente se usará placa antiderrapante de 5 mm. de espesor. Del Design de Seelye obtenemos que una distancia de 35 cm. entre largueros proporciona una capacidad de carga suficiente.

Larguero L1 w = 525*0.35+6 = 190 kg/m. L= 2.20 m. M = 190*2.2^2/8 = 115 kg-m

adm = 220/360 = 0.61 cm. Con secciones PER Sx = 115.5/21 = 5.5 cm3. Ix = 5*1.9*220^4/(384*2100000*.61) = 45.2 cm3. usar PER-76x51x3.2 mm.-5.84 kg/m. con Sx= 30.53 cm3. e Ix= 57.41 cm4. Larguero L2 w = 525*0.325+4 = 175 kg/m. L= 1.00 m. M = 175*1.0^2/8 = 22 kg-m

adm = 100/360 = 0.28 cm. Sx = 22/21 = 1.05 cm3. Ix = 5*1.75*100^4/(384*2100000*.28) = 3.9 cm3. usar PER-38x38x2.8 mm.-2.95 kg/m. con Sx= 7.56 cm3. e Ix= 3.96 cm4.

6. CUBO DE ELEVADORES.

AZOTEA CUARTO DE MÁQUINAS. Cubrirá un área de 4.4x3.9 m, y un volado de 0.40 m. en todo el perímetro. Soportará una carga concentrada de 2000 Kg en cualquier lugar de la losa. wu = 840 Kg/m2 (hoja 2) Pu = 3400 Kg (hoja 2), wue = 3400*2/(4.4*3.90) = 400 kg/m2 wut = 840+400 = 1240 kg/m2 la losa se apoya en dos direcciones wus= 1240*4.4^4/(4.4^4+3.9^4) = 770 kg/m2 wul = 1240*3.9^4/(4.4^4+3.9^4) = 470 kg/m2 Mus= 770*3.90^2/8 = 1500 Kg-m Mul = 470*4.40^2/8 = 1200 kg-m Con un programa de computadora de bolsillo: f'c = 200 Kg/cm2; fy = 4200 Kg/cm2; C1 = 0.75; Ct = 0.0033 Mus = 1550 Kg-m, Mul = 1220 kg-m b = 100 cm; bw = 100 cm; r = 2.5 cm d = 6 cm; h = 15 cm Ass = 4.1 cm2/m = #3@15 cm Asl = 3.5 cm2/m = #3@20 cm Ast = .0018*15*100= 2.7 cm2< 3.2 Losa esp.15 cm- #3@15 cm LI cortas-#3@20 LI largas. Esta losa se apoyará en muros de bloc de concreto de 20x20x40 cm, estructurados con castillos separados a no más de 2.50 m y dalas espaciadas a no más de 2.40 m. LOSA CUARTO DE MÁQUINAS.

Recuadro de 4.6x4.1 m. apoyado en trabes de concreto.



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LOSA MAQUINAS: Debido a los huecos del equipo, la losa puede estar apoyada en cualquier dirección y no continua. Los recuadros son de 2.20x2.15 c.a.c. vigas. wu = 7500 Kg/m2 (hoja 2) +Mu = 7500*2.2^2/8 = 4500 Kg-m Con el programa y datos mencionados: b = 100 cm; bw = 100 cm; r = 3.0 cm d = 10 cm; h = 20 cm Ass = Ass = 7.4 cm2/m = #4@15 cm Ast = .0018*2000/2 = 1.8 cm2 = #3@30 cm. Losa esp. 20 cm- Parrilla #4@15 LI -Parrilla#3@30 LS LOSA CTO. CONTROL: Los claros y cargas son mínimos, requiriendose losa mínima con doble refuerzo de temperatura: Losa esp. 10 cm. Doble parrilla #3@ 30 cm. TRABES DE APOYO. V1: 1.4 pp = 1.4*.30*.60*2400 = 600 kg/m wu t= 7500*2.20+600 = 17100 Kg/m L = 2.15 m Mu = 17100*2.15^2/8 = 10000 Kg-m Vu = 17100*2.15/2 = 18300 Kg Vuc = 18300-17100*.85 = 3800 Kg. b = 30 cm: bw = 30 cm; r = 5 cm: d = 27 cm; h = 60 cm +As = 5.44 cm2 = 2#6 lecho inferior. - As = mínimo = 2#4 lecho superior

Av = min = Est. # 3 @ 27 25 cm Viga de 30x60 cm-2#6 LI- 2#4 LS- Est. #3@25 cm. V2: Se calcula la del lado del muro y la otra se hace igual. carga del muro 1.4 wu = 1270 Kg/m wut = 7500*2.15/2+770*3.0/2+1270 +600 = 11100Kg/m. L = 4.40 Mu = 11100*4.40^2/8 = 26800 Kg-m Vu = 11100*4.4/2 = 24400 Kg Vuc = 24400-11100*.85 = 15000 kg. b = 30 cm: bw = 30 cm; r = 5 cm d = 44 cm; h = 60 cm +As = 14.5 cm2 = 3#8 lecho inferior. - As = Min. = 2#6 lecho superior

Av = 2.5 cm2/cm = Est. # 3 @ 27 25 cm. Viga de 30x60 cm.- 3#8 LI - 2#6 LS- Est.#3@25 cm. V3: wu = 1.4*(.20*2400+120)+1.7*500= 1700 kg/m2 L = 4.40 m. wu = 1700*1.60/2+770*3.9/2+1270+610 = 4700 kg/m. Mu = 4700*4.4^2/8 = 11300 kg-m Vu = 4700 *4.40/2 = 10300 kg. En proporción con anterior se necesita:



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Viga de 40x60 cm.- 2#6 LI -2#4 LS- Est. #3@25 cm. V4: Claro exterior: L = 1.60 m. (Voladizo) Pu = 7000 (Reacción de V3 en extremo) wu = 1880+470*4.40/2= 2900 Kg/m. (muro y peso propio) Claro interior: L = 2.15 m. wu = 7500*2.20/2+470*4.40/2+1880 = 11100 kg/m. -Mu = 7000*1.60 + 2900*1.60^2/2 = 14900 kg-m. +Mu = 11100*2.15^2/8 -14900/2 = -1100 kg-m. Vue = 7000 + 2900*1.60 = 11600 kg Vui1 = 11100*2.15/2+14900/2.15 = 18800 Kg. Vui2 = 11100*2.15/2-14900/2.15 = 5000 Kg. Ru1 = 11600+18800 = 30400 kg. Ru2 =5000 Kg. Mu max. = -14900 Kg-m b = 30, bw = 30, Rec. = 5 cm. d = 33 cm. h = 60 cm. -As = 7.6 cm2 = 3#6 lecho superior +As = min. = 2#4 lecho inferior Estribos mínimos: Viga de 40x60 cm.- 3#6 LS- 2#4 LI- Est. #3@25 cm. LOSA DE AZOTEA VESTÍBULO.

LOSA: wu = hoja 2 = 740 Kg/m2 L = 3.50 m (a escala en copia reducida) Mu = 740*3.5^2/8 = 1130 Kg-m Usando el mismo programa: b = 100 cm: bw = 100 cm; r = 2.5 cm: d = 5 cm; h = 10 cm

+As = 4.31 cm2. = #4@29. 30 cm Losa espesor 10 cm.- #4@30 cm. LI - Temp. #3@30 cm. TRABES. V1: wu = 740*3.5/2+350*3.0*1.4 = 2800 Kg/m l = 4.90 m Mu = 2800*4.9^2/8 = 8400 Kg-m Vu = 2800*4.9/2 = 6900 Kg b = 30 cm: bw = 30 cm; r = 5 cm: d = 25 cm; h = 40 cm +As = 6.92 cm2. = 3#6 lecho inferior. - As = Mínimo = 2#5 lecho superior Av = 2.5 cm2/cm = Est.#3@15 cm Viga de 30x40 cm.- 3#6 LI- 2#5 LS- Est. #3@15 cm. V2 wu = 350*3.0*1.4 +290*1.4= 1900 Kg/m (solo muro y pp) l1 = 3.50 m Mu =1900*3.5^2/8 = 2900 Kg-m



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Vu = 1900*3.5/2 = 3300 Kg b = 30 cm: bw = 30 cm; r = 5 cm: d = 14 cm; h = 40 cm +As = 3.0 cm2 = 2#5 lecho inferior. - As = Mínimo = 2#4 lecho superior Av = 2.5 cm2/cm = Est.#3@17 cm. Viga de 30x40 cm.- 2#5 LI- 2#4 LS-Est.# 3@ 15cm. V5 L = 4.40 m Mu = 1900*4.4^2/8 = 4600 Kg-m Vu = 1900*4.4/2 = 4200 Kg b = 30 cm : bw = 30 cm ; r = 5 cm : d = 18 cm ; h = 40 cm +As2 = 3.6 cm2 = 2#5 lecho inferior. - As2 = Mínimo = 2#4 lecho superior Av2 = 2.5 cm2/cm = Est.#3@15 cm. Viga de 30x40 cm-2#5 LI-2#4 LS-Est.#3@15 cm. V4 L = 4.40 m Pu = 6900 Kg ( Reacción de V1) wu = 1900 kg/m. a = 3.50 m, b = 0.90 m, Vu1 = 1900*4.4/2+6900*3.5/4.4 = 9700 Kg Vu2 = 1900*4.4/2+6900*0.9/4.4 = 5600 Kg. Mu = 5600^2/(2*1900) =8300 Kg-m b = 30 cm : bw = 30 cm ; r = 5 cm : d = 24 cm ; h = 40 cm +As = 6.82 cm2 = 3#6 lecho inferior. - As3 = Mínimo = 2#4 lecho superior Av = 2.5 cm2/cm = Est.#3@15 cm. Viga de 30x40 cm-3#6 LI -2#5 LS- Est.#3@15 cm. V3 Es mínima. Viga de 30x40 cm.-2#4 LI -2#4 LS- Est.#3@30 cm. Vu = 1900*2.20/2 = 2100 Kg.

LOSA DE ENTREPISO DE VESTÍBULO.

LOSA: wu = hoja 3 = 1200 Kg/m2 l = 3.50 m (a escala en copia reducida) Mu = 1200*3.5^2/8 = 1800 Kg-m b = 100 cm : bw = 100 cm ; r = 2.5 cm : d = 6 cm ; h = 10 cm +As = 7.2 cm2 = #4@18 cm. lecho inferior. Losa esp.10 cm.- #4@18 LI- Temp. #3@30 cm. TRABES. V1: wu = 1200*3.50/2+350*1.4*3.0 = 3600 Kg/m L = 4.90 m Mu = 3600*4.9^2/8 = 10800 Kg-m Vu = 3600*4.9/2 = 8800 Kg b = 30 cm : bw = 30 cm ; r = 5 cm :



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d = 28 cm ; h = 40 cm +As =9.15 cm2 = 4#6 lecho inferior. - As = Mínimo = 2#5 lecho superior Av = 2.5 cm2/cm = Est. # 3 @ 15 cm Viga de 30x40 cm.- 4#6 LI- 2#5 LS- Est.#3@15 cm. V2: wu = 350*1.4*3.0 = 1470 Kg/m L = 3.50 m Mu = 1470*3.5^2/8 = 2300 Kg-m Vu = 1470*3.5/2 = 2600 Kg b = 30 cm : bw = 30 cm ; r = 3 cm : d = 13 cm ; h = 40 cm +As = 2.4 cm2 = 2#5 en lecho inferior. - As = Mínimo = 2#4 en lecho superior Av1 = 2.5 cm2/cm = Est.#3@18 cm Sección de 30x40 cm-2#5 LI- 2#4 LS- Est.#3@ 18 cm. V3 Es la misma del piso anterior V5 L = 4.40 m M2u = 1470*4.4^2/8 = 3600 Kg-m V2u = 1470*4.4/2 = 3200 Kg b = 30 cm : bw = 30 cm ; r = 3 cm : d = 16 cm ; h = 40 cm +As = 3.5 cm2 = 2#5 en lecho inferior. - As = Mínimo = 2#4 en lecho superior Av2 = 2.5 cm2/cm = Est.#3@15 cm Viga de 30x40 cm.- 2#5 LI- 2#4 LS- Est.#3@15 cm. V4 L = 4.40 m Pu = 8800 Kg (Reacción de V1) a = 3.50 m, b = 0.90 m Vu1 = 1470*4.4/2+8800*3.5/4.4 = 10200 Kg Vu2 = 1470*4.4/2+8800*0.9/4.4 = 5000 Kg Mu = 5000^2/(2*1470) = 8500 Kg-m b = 30 cm : bw = 30 cm ; r = 3 cm : d = 28 cm ; h = 40 cm +As = 7.0 cm2 = 3#6 lecho inferior. - As = Mínimo = 2#5 lecho superior Av = 2.5 cm2/cm = Est. # 3 @ 15 cm Sección de 30x40 cm -3 #6 LI- 2#5 LS- Est.#3@15cm. COLUMNAS

Esquineras interiores en cubo de elevadores: PU = 54.8+11.8+4*12.3 = 116 Ton. Esquineras exteriores en cubo de elevadores: PU = 29.8+6.3+4*6.3 = 61 Ton. Esquineras en losa de vestíbulo: PU = 00.0+10.2+4*11.4 = 56 Ton.

Pn = 0.70*0.80*(0.85*200*(Ag-As)+4200*As)

Pn = 95.2*(Ag-As)+2352*As (Kg)

Pn = 0.0952*(Ag-As)+2.352*As (Ton) Si Ag > 100*As; 100*As



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Columnas de 30x30 cm con 4#5: Ag = 30*30 = 900 cm2 As = 4*1.99 = 7.96 cm2 As*100 = 100*7.96 = 796 cm2

Pn = 0.0952*(796-7.96)+2.352*7.96 = 94 Ton C-1 sección 30x30 cm.- 4#5-Est. #3@25 cm, Sirve para todas, excepto dos pisos inferiores de las columnas esquineras interiores del cubo de elevadores. Columna 30X30 con 4#8: As = 4*5.07 = 20.3 cm2

Pn=0.0952*(900-20.3)+2.352*20.3 =131 Ton>116 Ton. C-2 sección 30x30 cm. 4#8-Est. #3@30 cm, Solo dos pisos inferiores en esquineras interiores del cubo de elevadores. PEDESTALES. En todos los casos serán 5 cm. por lado más grandes que las columnas y con el mismo refuerzo. P-1 sección 35x35 cm.- 4#5-Est. #3@25 cm, P-1 sección 35x30 cm.- 4#8-Est. #3@25 cm, ZAPATAS.

Como no se cuenta con un estudio de suelos, se supondrá un esfuerzo admisible de terreno, a aproximadamente 1.50 m. por debajo del nivel del sótano, de 2.0 Kg/cm2 = 20 Ton/m2. Consideramos un 10% adicional en las cargas para tomar en cuenta pesos propios de zapata, columnas y muros inferiores PU1 = 116*1.10= 128 Ton. Pdis = 128/1.55 = 83 Ton. PU2 = 61*1.10= 67 Ton. Pdis = 67/1.55 = 43 Ton. Az1 = 83/20 = 4.15 m2 = 2.10 x 2.10 m. Az2 = 43/20 = 2.15 m2 = 1.50 x 1.50 m. Del CRSI 1992: Z-1 de 210x210x50 cm con 11#6 en cada dirección. Z-2 de 150x150x35 cm con 6#6 en cada dirección.



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KRONE

CONSTRUCTORA KRONE S.A. DE C.V. RANCHO “EL MEXICANO”

CUBIERTA SALTO EN LIBERTAD DISEÑO ESTRUCTURAL. MEMORIA.

MONTERREY, N.L JUNIO DE 1999

CD.DE LOGROÑO 5560 HACIENDA SANTA CLARA M O N T E R R E Y , N . L .

TEL/FAX: 310-8151 SECRETEL: 318-0528 RFC: GMA-800318UQ9

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CONSTRUCTORA KRONE, S.A DE C.V. RANCHO “EL MEXICANO”

CUBIERTA DE SALTO EN LIBERTAD

DISEÑO ESTRUCTURAL, MEMORIA.

CONTENIDO: 1. Antecedentes, 2.Descripción, 3. Especificaciones y materiales, 4. Cargas Básicas, 5.Estructura de la Cubierta, 6.Armaduras secundarias 7. Armaduras

principales, 8.Columnas. 9.Cimentación, 10.dibujos

1. ANTECEDENTES

Se referirá la presente memoria al diseño estructural de la cubierta para la caballeriza de Salto En Libertad

del rancho “El Mexicano”. El proyecto arquitectónico es de Constructora Krone. A falta de estudios de suelos suponemos un esfuerzo de 1.0 kg/cm2, que deberá verificarse en la obra.

Antes de escribir la presente se hicieron cálculos y planos preliminares que ahora nos servirán como referencia. Tales planos se anexan, por lo que no hay necesidad de hacer croquis o cálculos detallados de longitudes de miembros.

2. DESCRIPCIÓN

Se trata de un edificio rectangular con planta de 35.75 x 22.75 m y área total de 813 m2. Está integrado por

una cubierta de 4 aguas, sustentada en armaduras de dos aguas con claro de 19.50 m con aleros de 1.625 m y flecha de 4.55 m, sobre columnas metálicas tubulares con altura libre de 4.20 m.. Los arquitectos especificaron cubierta de lámina Galvateja sobre polines ligeros tipo Hylten o joist metálicos. Los muros exteriores son bajos y existentes, de concreto reforzado. Véanse los planos estructurales SL2.EC.01 SL2.EC.02 Y SL.EC.03 anexos.

3. ESPECIFICACIONES Y MATERIALES:

ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: Cargas: Reglamento del DDF., 1987

Concreto Ref. ACI-318-89

Acero Estructural: AISC-1985


: Concreto: ACI-301-72


CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. RANCHO EL MEXICAQNO. CUBIERTA SALTO EN LIBERTAD

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MATERIALES PRINCIPALES:

Concreto: f''c = 200 kg/cm2.

Acero de Refuerzo: fy =4200 kg/cm2.

Perfiles Tubulares PER fy =3500 kg/cm2.

Polines tipo TensHyl o similar fy =3500 kg/cm2

Acero Estructural: ASTM A-36

Anclas de Acero : ASTM A-307

Esfzo. admisible supuesto en suelo f = 1.0 kg/cm2

4. CARGAS BÁSICAS

CARGAS DE LA CUBIERTA C. Muertas y vivas

Lámina y polines 12 Kg/m2

carga viva o nieve 60 "

Carga total 72 "

CARGAS DE VIENTO Zona eólica: MONTERREY, N.L.. Grupo B, Tipo 2, Categoría 2, Clase B, L> 20 m. Velocidad regional: Vr = 143 Km/h Factor de tamaño: Fc= 0.95

= 0.131, = 315, Frz = 1.56*(10/) Frz= 0.993

F = Fc*Frz = 0.95*.993 F = 0.943 Fact. topografía, protegido, Ft = 0.90 Vel. de diseño:

Vd = Ft* F*Vr = 0.90*.943*143 = Vd = 121 Km/h

Altura s/niv. del mar H= 560 m: ----------> = 695 mm. Hg.

Temp. ambiente = 30º

G = 0.392* / (273+ ) G 0.90 p = 0.0048*G*Vd

2*C

p = .0048*.90*121^2*C p = 63 C C= 0.80+0.50= 1.30, q = 1.30*63, q = 82 kg/m2. C= -0.60 q = -0.60*63 q =-38 kg/m2

Dada la magnitud de las cargas muertas y vivas, y que el edificio está abierto, las cargas de viento evidentemente no rigen, excepto para fines de fachadas y contraventeo.

5. ESTRUCTURA DE LA CUBIERTA

Lamina Por especificaciones de la galvateja se necesitan polines a cada 0.915 m. medidos sobre la pendiente, o sea 0.85 m. en proyección en planta. Para la carga y claro indicados es suficiente con Cal. 24. polines : w = 72*.85+ 5 pp = 66 Kg/m. factor de inclinación =(1+.40^2)^.5 = 1.077 wd = 1.077*66 = 71 kg/m., L= 6.50 m. max.


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M = 71*6.5^2/8 = 375 kg-m Sx = 375*100/2100 = 17.9 cm3.

adm = L/240 = 650/240 = 2.71 cm I req. = 5*.71*650^4/(384*2100000*2.71) = 290 CM3. usar polines 8TH14 de Hylsa o similar con Sx = 45.0 cm3 > 17.9 e I =459 > 290 cm4.5 Rige deflexión. El polín está sobrado, pero la sección próxima menor (6TH14) no pasa.

6. ARMADURAS SECUNDARIAS

Diagonales AR2 Carga total = 71*+6 pol.+10 estr. = 87 kg/m2 Carga triangular ancho tributario max. = 6.50+3.25/2 = 8.13 m wmax. = 87*8.130*1.077 = 760 Kg/m. Lh = 8.13*1.4142 = 11.50 m. M = 760*11.50^2/16 = 6300 kg-m V1 = 760*11.50/3 = 2900 kg. V2 = 2900/2 = 1500 Kg. h= .975m. s= 1.29 m., Ld=(.975^2+.65^2)^.5 =1.17 Cuerdas: T= C = 6300/.975 = 6500 kg. Diags. T= C = 2900*1.17/.975 = 3500 kg. Cuerdas P = 6500 kg., Lx = Ly = 129 cm. Usar 2 PER 38x38x2.8-5.9 kg/m Diagonales P = 3500 kg. L= 1.17 m. Usar 1 PER 38x38x2.8-2.95 kg/m Peso aprox. = 5.9*2+2.95*1.17*2/1.29= 17.2 Kg/m Viga de apoyo T1 P = V1 = 2900+94*4.875*4.60= 5000 kg. L = 4.60 m. M = 5000*4.6/4 = 5800 Sx = 5800/15.2 = 388 cm3. Por detalle de apoyo de AR2 pediremos VIGA IPC 533x305-79 KG/M. Con Sx = 1831 y Rc = 40.32 kg/m Centrales AR3 ancho tributario = 6.50*2/3 = 4.33 m, promedio carga trapezoidal w = 87*4.33*1.077= 410 Kg/m. L = 9.75 m. M = 410*9.75^2/8 = 4900 kg-m < 6300 kg-m (A3) Se propone la misma sección de A3 h = 0.975 m, s = 0.915 m, Ld = 1.077 m. Cuerdas: 2 PER 38x38x2.8-5.9 kg/m Diags. 1 PER 38x38x2.8-2.95 kg/m Peso aprox. = 17.2 kg/m


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7. ARMADURAS PRINCIPALES AR1

w = 87*6.50*1.077 = 610 Kg/m. L = 19.50 m., M = 610*19.5^2/8 = 29000 kg-m V = 610*19.5/2 = 5900 Kg. h = 0.975 m., s= .915, Ld= 1.077 m Cuerdas: T= C = 29000/.975 = 29700 kg. Diags. T= C = 5900*1.17/.975 = 7100 kg. Cuerda Superior P = 29700 kg., Lx = .915 m. Ly = 4.75 m. Lx/rx = 91.5/2.36 =39 Ly/ry = 475/6.16 = 77 -----> Fa = 1390 kg/cm2 As = 29700/1390 = 21.4 cm2. Usar 2 PER 64x64x4.8-16.64 kg/m Cuerda Inferior T = 29700 kg., As = 29700/2096 = 14.2 cm2. Usar 2 PER 64x64x3.3-11.68 kg/m Diagonales P = 7100 kg. Ld= 1.07 m. Usar 1 PER 51x51x2.8-4.00 kg/m Peso aprox. = 16.64+11.68+4*1.07*2/.915= 37.7 Kg/m

8. COLUMNAS

El sistema de la cubierta es muy rígido, tanto por el contraventeo especial como por las armaduras diagonales de las cuatro aguas, capaz de enviar cualquier empuje horizontal, por viento o accidental hacia los ejes extremos, contraventeados a su vez por cruces de varilla. En este caso todas las columnas, pedestales y zapatas trabajan solo a carga axial muy chica, resultando mínimas. No obstante, previendo que en el futuro las fachadas se cierren, las columnas se calcularan para empujes horizontales de viento.

Columna C1 ( Tipo) En ejes principales 3, 4 y 5 P =87*1.077*6.50*11.375 = 7000 Kg. ww = 82*6.50 = 530 kg/m. Pdis = .75*7000 = 5300 kg. Mdis = .75*530*4.20^2/8= 880 kg/m

Opción con tubo 8” ced 20-33.3 kg/m. r =7.5 cm, As = 42.5 cm2, Sx = 219 cm3. fa = P/A = 5300/42.5 = 125 kg/cm2 fb = 88000/219 = 401 kg/cm2 L/r = 420/7.5 = 56 ----> Fa = 1253 Kg/cm2. Fb = 1520 kg/cm2. fa/Fa = 125/1273 = 0.10 fb/Fb = 401/1520 = 0.26 fa/Fa+fb/Fb = 0.36 < 1.00 Esta sobrada pero la sección próxima menor no pasa Placas de apoyo: Por detalle se pide Pl. 250x250x16 mm., con 4 anclas de 16 mm.


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Contraventeo ww = 82 kg/m2 en muros y 38 kg/m2 en elev. cubierta h = 8.00 m. L= 34.75 m Ld = (6.5^2+4.00^2)^.5 = 7.63 m. H = (82*4.20*34.75+38*4.55*24.375)/4 = 4050 kg/Tablero Td = 4050*7.63/6.50 = 4800 kg/diagonal

As = .75*4800/1520 = 2.37 cm2 = 1 Var 19 mm. En la otra dirección se pondrá lo mismo.

9. CIMENTACIÓN

Para la carga máxima de 7100 Kg. y el esfuerzo en el suelo de 1kg/cm2, todas las zapatas resultan mínimas. Los pedestales necesitan solo del tamaño suficiente para el libraje de anclas.

Zapatas tipo (Z1) P = 7100 kg., f= 1.0 kg/cm2. Del manual CRSI obtenemos: Zapata Z1= 900x900x300 mm.- 5#4cada direc. Pedest. P1= 400x400-8#5-Estr.#3@250 mm

10. DIBUJOS

Se anexan copias doble carta de los dibujos estructurales SL.EC.01, SL.EC.02 y SL.EC.O3

Monterrey, N.L. Junio 10 de 1999


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KRONE


C L U B H Í P I C O E L D I E N T E EDIFICIO DE BODEGA DE EVENTOS DISEÑO ESTRUCTURAL. MEMORIA.

MONTERREY, N.L JULIO DE 1999

CD.DE LOGROÑO 5560 HACIENDA SANTA CLARA M O N T E R R E Y , N . L .

TEL/FAX: 310-8151 SECRETEL: 318-0528 RFC: GMA-800318UQ9

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CONSTRUCTORA KRONE, S.A DE C.V. CLUB HÍPICO EL DIENTE Atn. Ing. Ramiro Reséndez Julio de 1999

EDIFICIO BODEGA DE EVENTOS DISEÑO ESTRUCTURAL, MEMORIA.

CONTENIDO: 1. Antecedentes, 2.Descripción, 3. Especificaciones y materiales, 4. Cargas

Básicas, 5.Estructura de la Cubierta, 6.Estructura Mezanine 7. Columnas, pedestales y zapatas, 8.Firmes, 9.Estructuración muros 10.dibujos

1. ANTECEDENTES

Se referirá la presente memoria al diseño estructural del edificio para la Bodega de Eventos del Club

hípico El Diente. El proyecto arquitectónico es de Constructora Krone, según plano Bodega-01 anexo. A falta de estudios de suelos suponemos un esfuerzo de 1.5 kg/cm2, que deberá verificarse en la obra.

Durante el desarrollo de la presente se hicieron cálculos y planos preliminares que ahora nos servirán como referencia. Tales planos se anexan, por lo que no hay necesidad de hacer croquis o cálculos detallados de longitudes de miembros.

2. DESCRIPCIÓN

Se trata de un edificio con planta rectangular de 12 x 36 m y área cubierta de 432 m2. Cubierta metálica

de 2 aguas, sustentada en armaduras triangulares de 12 m. de claro por 1.50 m. de peralte, sobre columnas metálicas con altura total de 5.80 m. a cuerda inferior y pedestales y zapatas de concreto reforzado.

un mezanine de 12x18 m., cubre la mitad de la Planta, con duela de madera sobre estructura metálica y columnas interiores metálicas en recuadros de 6x6 m. En el futuro el mezanine ocupará toda la planta, debiendo quedar las preparaciones correspondientes.

El cliente especificó muros exteriores de bloc Hebel, con castillos y dalas de concreto reforzado. Véanse los planos estructurales BE.EC.01 y BE.EC.02 anexos.


ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: Cargas: Reglamento del DDF., 1987

Concreto Ref.(Opción por esf. de trabajo) ACI-318-89


ESPECIFICACIONES DE CONSTRUCCIÓN: Concreto: ACI-301-72


CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. CLUB HIPICO EL DIENTE BODEGA DE EVENTOS

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MATERIALES PRINCIPALES:

Concreto: f''c = 200 kg/cm2.



Polines TH de Hylsa o similar fy =3500 kg/cm2


Anclas de Acero : ASTM A-307

Esfzo. admisible supuesto en suelo f = 1.5 kg/cm2

4. CARGAS BÁSICAS

CARGAS DE CUBIERTA C. Muertas y vivas



Carga total 72 "

MÁS PESO PROPIO DE ARMADURAS

CARGAS DE MEZANINE C. Muertas y vivas

Piso de madera. 30

Instalaciones 20 Kg/m2

Carga viva bodega 320 "

Carga total 370 "

MÁS PESO PROPIO DE TRABES METÁLICAS

CARGAS DE VIENTO Zona eólica: MONTERREY, N.L.. Grupo B, Tipo 2, Terreno categoría 2, Clase B, L> 20 m. Velocidad regional: Vr = 143 Km/h Factor de tamaño: Fc = 0.95

= 0.131, = 315, Frz = 1.56*(10/) Frz = 0.993

F = Fc*Frz = 0.95*.993 F = 0.943 Fact. topografía, protegido, Ft = 0.90 Vel. de diseño:

Vd = Ft*F*Vr = 0.90*.943*143 = Vd = 121 Km/h

Altura s/niv. del mar H= 560 m: ----------> = 695 mm. Hg.


G = 0.392* / (273+ ) G 0.90 p = 0.0048*G*Vd

2*C

p = .0048*.90*121^2*C p = 63 C Muros: C= 0.80+0.50=1.30, q = 1.30*63, q = 82 kg/m2. Techo: C= -0.60, q = -0.60*63 q = -38 kg/m2

Dada la magnitud de las cargas muertas y vivas, las cargas de viento evidentemente no rigen, excepto para fines de esfuerzos de fachadas y contraventeo de la cubierta. Para carga de viento menos peso propio en cubierta, el factor de reducción es de:

R = 0.75*(12-38)/72 = -0.27


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5. ESTRUCTURA DE LA CUBIERTA

Lámina Espaciaremos los polines a cada 1.50 m. en planta. Para la carga y claro indicado es suficiente con: lámina Galvak G74 o G104 Cal. 24. polines y struts: Esp.= 1.50 m., L= 6.00 m.. w = 72*1.50+ 6 pp = 114 Kg/m. factor de inclinación = (1+.25^2)^.5 = 1.03

wd = 1.03*114 = 117 120 kg/m.= 1.2 Kg/cm. M = 120*6.0^2/8 = 540 kg-m Sx = 540/21 = 25.7 cm3.

adm = L/240 = 600/240 = 2.50 cm I req. = 5*1.2*600^4/(384*2100000*2.5) = 385 CM3. usar polines P1 =8TH14-5.62 kg/m con Sx = 45.0 cm3 > 25.7 e I =459 > 385 cm4 Rige deflexión. El polín está sobrado, pero la sección próxima menor (6TH14) no pasa. Por detalle usar Struts S1 y S2 = 2- 8TH14-11.23 kg/m Armaduras AR1:

Los esfuerzos se obtienen mediante el análisis gráfico mostrado abajo. Los trazos se hicieron en Autocad y a perfecta escala, por lo cual las dimensiones y esfuerzos son exactos, dados por el comando dim.

REVISIÓN DE ESFUERZOS EN MIEMBROS

cuerda

superior:

P = -10.1 Ton., Lx = 1.55 m, Ly = 3.09 m.

Sección 2-PER 51x51x2.8 mm. separados 38 mm.

rx = 1.93 cm., ry = 4.85 cm., Lx/rx = 80, Ly/ry = 64 < 80

Fa = 1.33 t/cm2.

Cap. = 5.11*2*1.33 = 13.6 Ton. > 10.1 Ton. OK

La sección próxima menor no pasa.

usar 2-PER 51x51x2.8 mm-8.00 kg/m

MIEMBRO CARGA LONG. SECCIÓN

Mca. Ton. m. PER

C.Sup - 10.10 3.092 2-51x51x2.8

C.Inf.Max. + 9.80 6.000 2-38x38x2.8

. Min. - 2.65 6.000 2-38x38x2.8

Diag. 2-3 - 1.44 1.546 1-38x38x2.8 4-5 - 1.57 1.677 1-38x38x2.8

6-7 - 1.75 1.875 1-38x38x2.8

Mont. 1-2 + 0.00 0.375 1-38x38x2.8

3-4 + 0.35 0.750 1-38x38x2.8

5-6 + 0.70 1.125 1-38x38x2.8

7-7’ + 2.10 1.500 1-38x38x2.8


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cuerda inferior

A tensión:

T= 9.80 Ton., fs. = 2.1 Ton/cm2

As = 9.8/2.1 = 4.7 cm2

A compresión

P = 2.64 Ton.

Por esbeltez se necesita ry = 600/200 = 3.0 cm. min

con 2-PER-38X38X2.8 mm. separados 38 mm.

Ly= 600, ry = 4.07 cm > 3.0 OK.

Ly/ry = 600/4.07 = 147:: Fa = 0.486 t/cm2.

As = 2.64/.486 = 5.41 cm2 < 7.48, sobrado

La sección próxima menor no pasa

usar 2-PER 38x38x2.89 mm.-5.90 kg/m.

Diagonales y montantes

Los montantes son de tensión y con cargas muy chicas. Las

diagonales son de compresión con carga máximas de 1750 kg.

y longitud máxima de 1.87 m.

Pediremos sección mínima

Usar 1 PER-38x38x2.8 mm.- 2.95 kg/m.

Pa = 2.3 Ton. > 2.10 > 1.75

PESO DE UNA ARMADURA.

Cuerda sup = 2*6.18*8.00 = 98.9 Kg.

Cuerda Inf. = 2*6.00*5.90 = 70.8 Kg.

Diag+Mont. = 16.18 *2.95 = 47.7 Kg.

Subtotal 217.2 Kg.

10% cortes y desp. 21.7 Kg.

Total 238.9 Kg. 239 kg/PZ.

= 19.9 kg/m.

6. ESTRUCTURA MEZANINE

Piso de madera: Duela: Especificaremos duela de madera de 2” de espesor nominal, cepillada a 1-5/8” (4.1 cm.). Usaremos carga viva local de 500 y total de 530 w = 530 kg/m2. = .053 kg/cm2 Ix = 1.0*4.1^3/12 = 5.74 cm4/cm. Sx = 1.0*4.1^2/6 = 2.80 cm3/cm. f = 60 kg/cm2, E= 100,000 kg/cm2 Por flexión: Mr = 2.80*60 = 168 kg-cm/cm

M = w*L^2/10 : L (10*168/.053)^.5 178 cm. Por deflexión:

= .0099w*L^4/EI L/360

L (100000*5.74/(360*.0099*.053))^.333=144 cm Por modulación: 5 espacios @ 120 cm. Usar duela de 2”x10” con polines a cada 120 cm.


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Polines w = 370*1.20+6pp = 450 kg/m.= 4.5 Kg/cm.; L = 1.50 m. M = 450*1.50^2/8 = 127 kg-m

adm. = 150/360 = 0.42 cm. Sx req.= 127*100/60 = 212 cm3. Ix req.= .013*4.5*150^4/(100000*0.42) = 705 cm4 Usar polines de 3”x6” (7.62*15.2 cm) nominales, cepillados a 2-5/8”x 5-5/8” (6.7x14.3 cm) con Sx = 228 cm3 > 212 e Ix = 1632 cm4. > 705 OK.

Vigas secundarias V1 Largueros metálicos de 6.00 m. @ 1.50 m. w = 370*1.50+20pp = 580 kg/m = 5.8 Kg/cm M = 580*6.00^2/8 = 2610 kg-m

adm = 600/360 = 1.67 cm. Sx req.= 2610/15.2 = 171 cm3. Ix req. = .013*5.8*600^4/(2100000*1.67) = 2790 cm3. usar VIGA IPR 254x102-22.3 KG/M. Con Sx = 226 cm3 > 171 e Ix = 2868 cm4 > 2790. OK Vigas interiores V2 Vigas metálicas de 6.00 m. @ 6.00 m. w = 370*6.00+40 = 2260 kg/m = 22.6 Kg/cm M = 2260*6.00^2/10 = 8100 kg-m

adm = 600/360 = 1.67 cm. Sx = 8100/15.2 = 532 cm3. Ix = .0099*22.6*600^4/(2100000*1.67) = 8270 cm4. usar VIGA IPR 305x165-38.7 KG/M. Con Sx = 547 cm3 >532 e Ix = 8491 >8270 cm4. Vigas exteriores V3 Vigas metálicas de 6.00 m. @ 6.00 m. Su carga de losa es la mitad de la anterior, pero toman además el peso del muro superior w = 370*3.00+300 muro+40 pp = 1450 kg/m = 14.5 Kg/cm M = 1450*6.00^2/8 = 6530 kg-m

adm = 600/360 = 1.67 cm. Sx = 6530/15.2 = 429 cm3. Ix = .0130*14.5*600^4/(2100000*1.67) = 6970 cm4. usar VIGA IPR 305x165-38.7 KG/M. igual que la anterior

7. COLUMNAS, PEDESTALES Y ZAPATAS

Solo se tienen tres tipos cargas en columnas: centrales (Pc), laterales (Pl) y esquineras (Pe):

Pc = .37*6.00*6.00+.7 pp = 14.0 Pl = (.37+.08)*6.00*3.00+.3*6.00+1.4 pp = 11.3 Ton Pe = (.37+.08)*3.00*3.00+.3*6.00+1.4 pp = 7.3 Ton.


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Columnas: El cliente pidió columnas metálicas, que suponemos de 2- 8TH14. que revisamos a continuación: Columna Central: P = 14 Ton. H= 3.25 m., r min = 6.10 cm. L/r = 320/6.10 = 52 : Fa = 1.69 Ton/cm2: As = 13.99 cm2. Cap. = 1.69*13.99 = 23.6 Ton > 14.0 Columnas Laterales y esquineras P = 11.3 Ton. ww = 82*6.00 = 490 kg/m., H=3.25 m. Mw = 490*3.25^2/10 = 520 kg-m As = 13.99 cm2, Sx = 86.02 cm3, r min = 6.10 cm. fa = .75*P/As = .75*11.3/13.99 = 0.61 ton/cm2. fb = .75M/Sx = .75*.52*100/86.06 = 0.45 Ton/cm2 L/r = 325/6.1 = 52 .... Fa = 1.69 Ton/cm2 Fb = 2.10 Ton/cm2 fa/Fa + fb/Fb = 0.61/1.69+.45/2.10 = 0.36+.21 = 0.57<1 Por carga axial: fa= 11.3/13.99 = 0.81 Ton/cm2< 1.69 Columnas de Viento ww = 490 kg/m. H = 6.35 m. libres, Mw = 490*6.35^2/8 = 2470 kg-m

fs. = .75*2470*100/86.06 = 2150 kg/cm2 2100 kg/cm2 OK Las columnas en general están sobradas pero no se puede usar una sección menor. Usar CM1 = 2-8TH14- 11.39 kg/m Placa base Para acomodo de anclas usar

PB1 : PLl- 250x250x16 MM. con 4 anclas 16 MM. Pedestales: Por libraje de anclas se necesita pedestal mínimo de P1 = 45x45 cm.- 4#6-Estr.#3@30 cm. (tipo) Ver detalles en dibujo BE.EC.01 anexo Zapatas: Se agregan 3.0 Ton a las cargas en columnas laterales y esquineras para el peso del muro de Hebel y la trabe de cimentación: Pc = 14.0 Ton. Pl = 11.3 + 3.0= 14.3 Ton. Pe = 7.3 +3.0 = 10.3 Ton. Según el manual CRSI-63, para estas cargas y esfuerzo en suelo de 1.5 kg/cm2 se necesitan todas de: Z1 = 100x100x25 cm.- 4#5 c/d (tipo) Trabes de cimentación: Resisten solo la carga de muros más peso propio: w = 600 muro + 300 pp = 900 kg/m., L = 6.00 m. (tipo) M = 900*6.00^2/10 = 3240 kg-m V = 900*6.00/2 = 2700 Kg. TC1 = 25x50 cm.- 2#5 LS + 2#5 LI - Estr. #3@25 cm.


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8. FIRMES

Para bodega ligera, con tránsito ocasional de camiones, según el manual CRSI se necesita firme espesor 15 cm. reforzado con parrilla 66/66 de lecho superior, colado sobre relleno compacto. Las juntas en pisos serán según estándares de GMA, como se muestran en el dibujo BE.EC.01

9. ESTRUCTURACIÓN DE MUROS

Los muros serán de bloc Hebel de 15 cm., reforzados con castillos y dalas mínimos. Ver dibujo arriba mencionado. El detalle de anclas para uniones con la estructura metálica será dado por el proveedor del sistema de muros.

K1: 15x15 - 4#3-estr.#2@ 30 cm. D1: 15x20 - 4#4-estr.#2@ 30 cm.

10. DIBUJOS

Se anexan copias doble carta de los dibujos estructurales BE.EC.01 y BE.EC.O3

Monterrey, N.L. Julio 13 de 1999


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CD. DE LOGROÑO # 5560

HACIENDA SANTA CLARA

M O N T E R R E Y, N. L.

TEL/FAX: 3 10 81 51

SECRETEL: 3 18 05 28

E-Mail: [email protected]

RFC: GMA-800318UQ9

SWITCH II GUADALAJARA

DISEÑO ESTRUCTURAL MEMORIA DE CÁLCULOS.

NOTA: ESTE EDIFICIO SE DIEÑ+O DOS VECES. ESTA ES LA PRIMERA OPCIÓN, LA QUE

AL FINAL FUE DESCARTADA. VER DISEÑO DEFINITIVO Y FINAL EN HOJA 55

Mayo de 2000.

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CONSTRUCTORA KRONE, S.A. DE C.V. Río Amacuzac # 1201 Ote.

Garza García, N.L.

P r e s e n t e.

Atn. Ing. Mario González. Mayo 22 de 2000.

A X T E L S W I T C H I I G U A D A L A J A R A


Contenido:

1.Antecedentes, 2.Descripción, 3.Especificaciones y Materiales, 4.Cargas básicas, 5.Análisis preliminar de viento y sismo, 6.Losa Azotea, 7.Losa Entre-

piso, 8.Columnas, 9.Firmes, 10.Cimentaciones, 11.Estructura de Muros, 12 Escaleras, 13.Cisterna, 14.Planos (Doble carta).

1. Antecedentes.

Se referirá la presente memoria al diseño estructural del edificio Axtel, Switch II Guadalajara. La obra estará a

cargo de Constructora Krone, S.A. de C.V. bajo la dirección del Ing. Mario González. Se construirá en Ave. Guadalupe con

calle Rinconada Guadalupe, zona habitacional Suroeste, Guadalajara, Jal.

El trabajo se hará de acuerdo al proyecto arquitectónico de Axtel/Krone, según dibujos PGXLSW02-T157-CV-(025,

026, 026A y 027)-00, y el instructivo de cargas para el diseño estructural de Axtel, S.A. de C.V. proporcionados para el

efecto por el Ing. Rafael Ortega, de Krone.

El estudio de Mecánica de Suelos fue elaborado por Rubén Francisco Mendoza Moreno, de Tepic, Nayarit, bajo la

supervisión del Ing. José Gpe. Alatorre López.

2. Descripción.

El Edificio será de 3 pisos, incluyendo Planta Baja, 1er. Nivel, 2º. Nivel y Azotea. Todas sus son plantas rectangulares de

40x25.40 m, moduladas en recuadros de 8x12.70 m. La superficie total de losas es de 3,048 m2. Ver dibujo AXG.EG.01.

Por acuerdo con Krone, todas las losas serán de concreto reforzado de 30 cm de espesor, aligeradas con barro-bloques desmontables de fibra de vidrio de 63.5x63.5x25 cm, apoyadas en dos direcciones sobre vigas aperaltadas de

concreto reforzado en los ejes principales del edifico.

Los muros exteriores se reforzarán para resistir los efectos de las cargas de viento y sismo. Columnas, pedestales,

cimentaciones y firmes serán de concreto reforzado.

La altura libre, de piso a niv. Inferior de vigas, será de 4.20 m como mínimo. Ver dibujos AXG.EC.01 A 07, anexos.

3. Especificaciones y Materiales.

Especificaciones de Diseño. Concreto: ACI-318-95.

Cargas: Reglamento de Construcciones del DDF.

e Instructivo Axtel

Sismo y Viento: Manual de Obras civiles de la CFE-1993.

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. AXTEL : SWITCH II GUADALAJARA

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Especificaciones de Construcción.

Concreto: ACI-301-72

Acero Estructural: AISC 1985

Materiales En general utilizaremos los siguientes:

Concreto:

f’c =100 kg/cm2 en plantillas.

f’c = 150 Kg/cm2 en castillos y cerramientos f’c = 250 kg/cm2 tipo, excepto indicados.

ACERO DE REFUERZO

Fy = 4200 Kg/cm2 tipo Fy = 2800 Kg/cm2, solo var.#2

Fy = 5000 kg/cm2, malla electrosoldada

Muros f’c 40 Kg/cm2

Exteriores: bloc de concreto de 20 cm.

Interiores: en áreas de fuerza, baños y escalera de 15 cm Divisorios oficinas: tablaroca o similar Suelo: Esf. Admisible fn = 0.91 Kg/cm2

a 1.60 m de profundidad bajo terreno natural:

4. Cargas Básicas Las cargas especiales, muertas y vivas, fueron dadas por el cliente Las

principales serán las siguientes, aparte de pesos propios de vigas, columnas y muros:

Losas de Azotea

Carga Muerta

Peso propio losa = 0.47*0.30*2400 = 340 Kg/m2

Relleno de perlita o similar 180 Kg/m2

Impermeabilizante 10 Kg/m2

Incremento reglamento DDF 40 Kg/m2

Escalerilla de cables 50 Kg/m2

Ductos Aire Acondicionado 20 Kg/m2

Equipos sobre azotea 100 Kg/m2

Cielo falso 10 Kg/m2

Total carga muerta wm = 750 Kg/m2Carga viva reglamentaria wv = 100 Kg/m2 70 *

Carga Total = wm + wv = 850 Kg/m2 820 *

wu = 1.4*wm + 1.7*wv = 1220 Kg/m2 1170 *

Fr = 0.96

* Carga viva reducida para usarse con viento y sismo


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Losas de entrepiso

Carga Muerta


Sobrepiso de concreto de 10 cm 240 Kg/m2

Loseta antiestática 10 Kg/m2



Ductos aire acond. Y equipos 20 Kg/m2


Total carga muerta wm = 710 Kg/m2Carga viva wv = 450 Kg/m2 410 *


wu = 1.4*wm + 1.7*wv = 1760 Kg/m2 1690 *

Fr= 0.96

Fr = Factor de reducción promedio = wur/wu: Fr = 0.96

* Ver nota en hoja anterior

Cargas de Viento.

Del Manual CFE. , 1993

Zona eólica: Guadalajara, Jal. Grupo A, Tipo 1, Categoría 3, Clase B, L>20 m Velocidad regional: Vr = 176 Km/hr

Factor de tamaño: Fc = 0.95

Hmax. = 16 m aprox.

= 0.16, = 390, Frz = 1.56*(10/)a

Frz = 1.56*(H/) Frz = 0.94

F = Fc*Frz = 0.95*0.94 F = 0.89 Fact. topografía, terreno normal Ft = 1.0

Vel. de diseño, max.

Vd = Ft*F*Vr = 1.0*0.89*176 = Vd = 157 Km/hr

Factor de Gravedad, por el cliente G = 1.00 p = 0.0048*G*Vd^2*C

p = 0.0048*1.0*157^2*C p = 118*C

C = 0.80+0.50 = 1.30, q = 1.30*118 q = 153 Kg/m2

Factor de red. x tamaño (A>100 m2) Ka = 0.8

Factor por Presión local (E. Ppal.) Kl = 1.0

q = 0.80*153 q1 = 122 Kg/m2

Formula con altura h > 10 m

qh = 122/16^0.32* h0.32

qh = 50.0*h0.32

q max = 50*16^0.32 = 122 Kg/m2 0.122Ton/m2

Cargas de Sismo

Zona Sísmica C, Suelo tipo I Factor sísmico c = 0.36*1.5 = .54

Ductilidad Q = 4

Coef. sísmico reducido c/Q = 0.135


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5. Análisis preliminar de viento y sismo.

Para resistir los efectos de viento y sismo se cuentan, en ambas direcciones, con muros de cortante que se

contraventearán especialmente para el efecto: 2 de 25.4 m en dirección corta y 2 de 40 m y en la dirección larga. Haremos enseguida un cálculo, aproximado y dentro de la seguridad, solo con el propósito de definir cuál de estos

efectos rige el diseño y en qué orden de magnitud.

Carga total de viento Dirección corta: Fcwu = 1.7*16*40.0*0.122 = 133 Ton.

Dirección Larga: Flui = 1.7*16*25.4*0.122 = 84 Ton.

Carga total de sismo Se incluye una carga última de 0.20 Ton/m2 para peso de vigas y

columnas.

Ambas direcciones

Peso losas Wlu = 40*25.40*(1.37+2*1.89) = 5230 Ton.

Peso muros Wmu = 1.4*(40+25.4)*2*16*0.30 = 880 Ton.

Peso total del edificio Wtu = 6110 Ton.

Fsu = 1.10*6110*.135 = 910 Ton.

La carga reglamentaria de sismo es mucho mayor que las de viento;

esta última no rige y no necesita considerarse.

Esfuerzos en muros:

Dirección corta:

Lm = 2*2540 = 5080 cm., t = 20 cm., Factor Área neta = 0.5

fmu = 0.75*910000/(5080*20*.5) = 13.4 Kg/cm2 Dirección Larga:

Lm = 4000*2 = 8000 cm. fmu = 0.75*910000/(8000*20*.5) = 8.5 kg/cm2.

El esfuerzo resistente a cortante, para muros de bloc de concreto con

f’c = 40 kg/cm2 es de:

vc = 0.85*.55*40^.5 = 2.96 kg/cm2 < 13.4 Necesitan refuerzo o contraventeo

Con muros de concreto reforzado de 20 cm:

fmu = 13.4/2 = 6.7 kg/cm2

vc = 0.85*.55*200^.5 = 6.6 kg/cm2 6.7 aceptable.

conclusiones:

1. El viento no rige y no necesita ser considerado. 2. El sismo regirá solo para los muros de cortante exteriores 3. Los muros de bloc de concreto no resisten por si solos y necesitan reforzarse para sismo, mediante

muros de concreto reforzado o contravientos especiales 4. Con estas consideraciones, las losas, vigas, columnas y cimentaciones pueden calcularse solo para

carga axial. En el capítulo 11.Estructuración de muros, se diseñarán los refuerzos de los muros en ambas direcciones.


98

6. Losa de azotea Ver dibujo AXG.EC.04

PLANTA LOSA AZOTEA

Patín de compresión. Losa llena de 5 cm apoyada en dos direcciones.

wu = 1220/2 = 610 Kg/m2; L = 0.60 m (neto)

Mu = 610*0.60^2/10 = 22 Kg-m Usaremos un programa de Excel para diseñar espesores y refuerzos,

con los siguientes datos:

f’c = 250 Kg/cm2; Fy = 5000 Kg/cm2; c1 = 0.75; ct = 0.0033; zona

sísmica = Si;

Mu = 24 Kg-m/m; b = 100 cm; bw = 100 cm;

rec = 2.5 cm; dr = 0.6 cm < 2.5+2.5 = 5 cm O.K.

H = 5.0 cm; As = 0.45 cm2/m. (rige refuerzo min. de Temp.)

Losa de 5 cm con malla electrosoldada 6x6/1010 LS

Nervaduras.

Cargas y Claros:

wu = 1220 Kg/m2 Claros longitudinales: L = 2 @ 12.70 m

Claros transversales: S = 5 @ 8.00 m

wus = 1220* 12.7^4/(12.7^4+8^4) = 1050 kg/m2

wul = 1220* 8.0^4/(12.7^4+8^4) = 170 kg/m2 Anchos Tributarios máximos:

Direc. corta bS = 0.79 m

Direc. Larga b L = 0.78 m


99

Dirección Longitudinal.

Nervaduras E1 y similares

wu = 1050*0.79 = 830 kg/m -Mue = 830*8.00^2/24 = 2200 Kg-m

+Mue = 830*8.00^2/14 = 3800 Kg-m

-Mui = 830*8.00^2/10 = 5300 Kg-m. +Mui = 830*8.00^2/16 = 3300 Kg-m

Ve crit = 830*(8.0/2-.15-.27) = 2970 Kg.

Vi crit = 2970*1.15 = 3420 kg.

Con el programa antes mencionado:

f’c = 250 kg/cm2, fy = 4200 kg/cm2.

-Mui = 5300 kg-m.; b = bw = 15 cm; rec = 3.0 cm

dr = 25 cm < 27+3 = 30 cm.,

-Asi = 6.1 cm2 = 3#5 -Mue = 2200

-Ase = 2.3 cm2 = 2#4

+Mue = 3800 kg-m.; b = 78.5; bw = 15 cm; rec = 3.0 cm dr = 10 cm < 27+3 = 30 cm.,

+Ase = 3.8 cm2 = 2#5

+Mui = 3300 Kg-m

+Asi = 3.3 cm2 = 1#5+1#4

Vu = 3420 kg, bm = 16 cm. promedio

Vc = .85*1.10*.55*250^.5*16*27 = 3510 kg/m> 3420 No necesita estribos Viga interior V1

wu = 170*12.70+1.4*.3*.70*2400 = 2900 kg/m -Mue = 2900*8.00^2/24 = 7700 Kg-m

+Mue = 2900*8.00^2/14 = 13300 Kg-m

-Mui = 2900*8.00^2/10 = 18600 Kg-m.

Ve crit = 1.15*2900*(8.0/2-.25-.57) = 10600 Kg.

Con el programa anterior:


dr = 33 cm < 65+5 = 70 cm.,

-Asi = 7.9 cm2 = 4#5 (rige As) -Mue = 7700

-Ase = 4.1 cm2 = 2#5 (rige 1.33As) +Mue = 13300 kg-m

+As = 6.4 cm2 = 3#5 (rige 1.33AS)

Vu = 10600 kg, Necesita estribos mínimos Usar estribos #3@30 cm. Viga 30x70cm. Ref. indicado, Estribos #3@30 cm. Vigas exteriores V2

wu =170*12.70/2+1.4*(.3*0.70*2400+350*1.00) = 2300 kg/m Factor respecto de V1 = 2300/2900 = 0.79

Como rige ref. 1.33*As, las V2 resultan similares a las V1, con

refuerzo máximo de .79*7.9 = 6.2 cm2 3#5

Viga 30x70cm. Ref. Ppal 3#5, Estribos #3@30 cm. Los claros extremos atiesados por los contravientos se reforzarán igual

mailto:#3@30

mailto:#3@30

mailto:#3@30


100

Dirección Transversal.

Nervaduras N1 y similares

wu = 170*0.78 140 kg/m -Mue = 140*12.70^2/24 = 940 Kg-m

+Mu = 140*12.70^2/14 = 1610 Kg-m -Mui = 140*12.70^2/ 9 = 2510 Kg-m.

V crit = 1.15*140*(12.70/2-.15-.27) = 960 Kg.

Siguiendo con el programa anterior


dr = 18 cm < 27+3 = 30 cm.,

-Asi = 2.6 cm2 2#4 -Mue = 940

-Ase = 1.25 cm2 = 1#4

+Mu = 1610 kg-m.; b = 77.5; bw = 14 cm; rec = 3.0 cm

dr = 7cm < 27+3 = 30 cm.,

+Ase = 1.6 cm2 = 1#4+1#3

Vu = 960, b =16 cm (promedio) No necesita estribos Vigas interiores V4

wu = 1050*8.00+1.4*.3*1.00*2400 = 9400 kg/m -Mue = 9400*12.70^2/24 = 63200 Kg-m

+Mue = 9400*12.70^2/14 = 108000 Kg-m

-Mui = 9400*12.70^2/ 9 = 169000 Kg-m.

Vu crit = 1.15*9400*(12.70/2-.25-.95) = 55700 Kg.

Con el programa anterior: -Mui = 169000 kg-m.; b = bw = 30 cm; rec = 5.0 cm

dr = 98 cm 95+5 = 100 cm.,

-Asi = 59.2 cm2 = 8#10 -Mue = 63200

-Ase = 18.8 cm2 = 3#10 +Mue = 108000 kg-m

+As = 34.1 cm2 = 3#10 Vu = 55700 kg, Av = 7.6 cm2/m = Estribos #3@18 cm Viga 30x100cm. Ref. Indicado, Estribos max.#3@18 cm. Resto en proporción con cortante

Vigas exteriores V5

wu = 1050*8.00/2+1.4*(.3*1.00*2400+350*1.00) = 5700 kg/m L = 12.708/2 = 6.35 m.

Factor respecto de V4 = (5700/9400)/4 = 0.15 -Asi = 0.15*59.2 = 8.8 cm2 4#6 Rige refuerzo mínimo de .0033bd = 9.4 cm2

Usar estribos mínimos #3@30 cm

Viga 30x100cm. Ref. 4#6- Estribos min #3@30 cm. *Las vigas V5 están atiesadas en el centro del claro por el sistema de contraventeo Ver detalles en dibujo AXG.EC.04

mailto:max.#3@1

mailto:#3@30


101

7. LOSA DE ENTREPISO VER DIBUJO AXG.EC.03

PLANTA TIPO LOSA ENTREPISO

Patín de compresión. Losa llena de 5 cm apoyada en dos direcciones.

wu = 1760/2 = 880 Kg/m2; L = 0.60 m (neto)

Mu = 880*0.60^2/10 = 32Kg-m Con el programa

f’c = 250 Kg/cm2; Fy = 5000 Kg/cm2; c1 = 0.75; ct = 0.0033; zona

sísmica = Si;

Mu = 32 Kg-m/m; b = 100 cm; bw = 100 cm;

rec = 2.5 cm; dr = 0.8 cm < 2.5+2.5 = 5 cm O.K.

H = 5.0 cm; As = 0.45 cm2/m.(rige .0018 bd)


Nervaduras.

Cargas y Claros:

wu = 1760 Kg/m2 Claros longitudinales: L = [email protected] m

Claros transversales: S = 5@ 8.00 m

wus = 1760* 12.7^4/(12.7^4+8^4) = 1520 kg/m2

wul = 1760* 8.0^4/(12.7^4+8^4) = 240 kg/m2

Anchos Tributarios máximos:

Direc. corta bS = 0.79 m Direc. Larga b L = 0.78 m


102


Nervaduras E1 y similares

wu = 1520*0.79 = 1200 kg/m -Mue = 1200*8.00^2/24 = 3200 Kg-m

+Mue = 1200*8.00^2/14 = 5500 Kg-m

-Mui = 1200*8.00^2/10 = 7700 Kg-m.

+Mui = 1200*8.00^2/16 = 4800 Kg-m

Ve crit = 1200*(8.0/2-.15-.27) = 4300 Kg.

Vi crit = 4300*1.15 = 4950 kg.

Con el programa antes mencionado:

f’c = 250 kg/cm2, fy = 4200 kg/cm2.


dr = 30cm 27+3 = 30 cm.,

-Asi = 10.0 cm2 = 5#5 -Mue = 3200

-Ase = 3.4 cm2 1#5+1#4

+Mue = 5500 kg-m.; b = 78.5; bw = 15 cm; rec = 3.0 cm

dr = 11 cm < 27+3 = 30 cm.,

+Ase = 5.5 cm2 = 3#5

+Mui = 4800 Kg-m

+Asi = 4.8 cm2 = 2#5+1#4

Vu = 4950 kg, bm = 16 cm. promedio

Vc = .85*1.10*.55*250^.5*16*27 = 3510 kg/m < 4950 Necesita estribos #2@14 cm o ampliación a 23 cm mínimo solo en primer casetón exterior en ambos apoyos. Viga interior V1

wu = 240*12.70+1.4*.3*0.70*2400 = 3800 kg/m -Mue = 3800*8.00^2/24 = 10100 Kg-m

+Mue = 3800*8.00^2/14 = 17400 Kg-m

-Mui = 3800*8.00^2/10 = 24300 Kg-m.

Ve crit = 1.15*3800*(8.0/2-.25-.97) = 12100 Kg.


dr = 38 cm < 65+5 = 70 cm.,

-Asi = 10.4cm2 = 5#5 -Mue = 10100

-Ase = 5.6 cm2 = 3#5 ( rige 1.33As ) +Mue = 17400 kg-m

+As = 7.3cm2 = 4#5 ( rige 1.33As )

Vu = 12100 kg, No necesita estribos calculados Usar estribos mínimos #3@30 cm. Viga 30x70cm. Ref. indicado. Estribos #3@30 cm. Vigas exteriores V2 wu =240*12.70/2+1.4*(.3*1.00*2400+350*4.20) = 4600 kg/m las vigas V2 están atiesadas en el centro del claro por el contraventeo.

L = L/2 Factor respecto de V1 = (4600/3800./4) = 0.30

Resulta igual a V2 de azotea

Viga 30x70cm. Ref. Ppal 3#5. Estribos #3@30 cm.

mailto:#3@30

mailto:#3@30

mailto:#3@30


103


Nervaduras N1 y similares

wu = 240*0.78 = 190 kg/m -Mue = 190*12.70^2/24 = 1300 Kg-m

+Mu = 190*12.70^2/14 = 2200 Kg-m -Mui = 190*12.70^2/ 9 = 3400 Kg-m.

V crit = 1.15*190*(12.70/2-.15-.27) = 1300 Kg.

Con el programa mencionado


-Asi = 3.5 cm2 = 2#5 -Mue = 1300

-Ase = 1.31 cm2 1#4

+Mu = 2200 kg-m.; b = 77.5; bw = 14 cm; rec = 3.0 cm

+Ase = 2.18 cm2 1#5

No necesita estribos

Vigas interiores V4

wu = 1520*8.00+1.4*(.3*1.00*2400) = 13200 kg/m -Mue = 13200*12.70^2/24 = 88700 Kg-m

+Mue = 13200*12.70^2/14 = 152000 Kg-m

-Mui = 13200*12.70^2/ 9 = 237000 Kg-m.

Vu crit = 1.15*13200*(12.70/2-.25-.95) = 78200 Kg.

Con el programa:


Se dispone del 35% de Ref. de comp.

-Mu1 = .65*237000 = 154000 Kg-m dr = 94 cm < 95+5 = 100 cm.,

-Asi = 52.4/.65 = 80.6 cm2 = 10#10 -Mue = 88700

-Ase = 27.3 cm2 = 4#10 +Mue = 152000 kg-m

+As = 51.5 cm2 = 7#10

Vu = 78200 kg, Av = 13.4 cm2/m = Estribos #3@18 cm Viga 30x100cm. Ref. Indicado, Estribos max.#3@10 cm. Resto de acuerdo a variación del cortante.

Vigas exteriores V5

wu = 1520*8.00/2+1.4*(.3*1.00*2400+350*4.20) = 9150 kg/m Factor respecto de V4 = 9150/13200 = 0.69 -Asi = 0.69*80.6 cm2 = 55.6 cm2 = 7#10 -Ase = 0.69*27.3 cm2 = 18.8 cm2 = 4#8 +As = 0.69*51.5 cm2 = 35.5 cm2 = 7#8

Vu crit = 0.69* 78200 = 54000 estribos máximos #3@20 cm Viga 30x100cm. Ref. Indicado, Estribos #3@20 cm. Resto en proporción con la gráfica de cortantes Los claros exteriores se atiesan en el centro por medio de los contravientos, resultando en mejores condiciones, pero se reforzarán igual. Ver detalles en dibujo AXG.EC.03

mailto:max.#3@1

mailto:#3@20


104

8. COLUMNAS

PLANTA DE COLUMNAS Y CIMENTACIÓN

CARGAS BÁSICAS

Losa Azotea Carga de losa: wul = 1.22 Ton/m2

Carga de peso propio = wu pp = 1.4*.3*1.0*2.4 = 1.0 Ton/m

Pretil: wup = 1.4*.350*1.00 = 0.49 Ton/m. Columna: Pucol = 1.4*.50^2*5.20*2.4 = 4.4 Ton.

Totales por columna Cu1 = 1.22*12.70*8*1.15 +1.0*20.70+4.4 = 168 Ton.

Cu2a = 1.22* 6.35*8*1.00 +1.0*14.35+.49*8+4.4 = 85 Ton

Cu2b= 1.22*12.70*4*1.15+1.0*16.70+.49*12.70+4.4 = 99 Ton

Cu3 = 1.22* 6.35*4*1.00 +1.0*10.35+.49*10.35+4.4 = 51 Ton

Losa entrepiso Carga de losa: wul = 1.76 Ton/m2

Peso propio vigas = wu pp = 1.4*.3*1.0*2.4 = 1.0 Ton/m

Muro: wup = 1.4*.350*4.20 = 2.1 Ton/m.

Columna: Pucol = 1.4*.50^2*5.20*2.4 = 4.4 Ton.

TOTALES POR COLUMNA C1 = 1.76*12.70*8*1.15 +1.0*20.70+4.4 = 231 Ton.

C2a = 1.76* 6.35*8*1.00 +1.0*14.35+2.1*8+4.4 = 125 Ton

C2b = 1.76*12.70*4*1.15+1.0*16.70+2.1*12.70+4.4 = 151 Ton C3 = 1.76* 6.35*4*1.00 +1.0*10.35+2.1*10.35+4.4 = 81 Ton

Cargas totales por columna:

Columna Mca. C1 C2a C2b C3

Azotea 168 85 99 51

Cargas 2º.Niv. 231 125 151 81

Total 2º.Niv 399 210 250 132

Cargas 1er.Niv 231 125 151 81

Total 1er.Niv. 630 335 401 213


105

Diseño de columnas.

Columnas de 50x50 cm, altura libre de 4.20 m.

r = 0.3*50 = 15 cm,

h/r = 420/15 = 28 < 34. No se necesita considerar esbeltez

Ag = 50x50 = 2500 cm2

Capacidad columna (ACI)

Pn = 0.80 (.85f’c(Ag-As)+fy As)

Pn = 0.80*0.70*(.85*250*(Ag-As)+4200As)

Pn = 119(Ag-As)+2352As ( Kg )

Pn = 0.119(Ag-As)+2.352As ( Ton )

Pn = 0.119*2500-.119As +2.352As

Pn = 0.119Ag+2.233As Pu

Pn = 297Ag+2.233As Pu De donde :

As = (Pu- 297)/2.233 =

AS = 0.448PU – 133, CM2. .01AG

Con ref. min de 4#8:

As = 20.4 cm2, Age =100As = 2040 cm2 Pu = .119*2040+20.4*2.233 = 288 Ton.

Para cargas menores de 288 Ton, es más que suficiente con sección

50X50 con 4#8. Para cargas mayores usar columnas de 50X50 cm y el

refuerzo según la fórmula anterior:

Pu = 335 Ton, As = (335-297)/2.233 25 cm2 = 6#8 Pu = 399 Ton, As = (399-297)/2.233 = 46 cm2 = 10#8

Pu = 401 Ton, As = (401-297)/2.233 = 47 cm2 = 10#8

Pu = 630 Ton, As = (630-297)/2.233 = 149 cm2 = 30#8

Por último, como la columnas C1 de planta baja tiene demasiado refuerzo, usaremos sección de 60x60 cm, con

As = (630 -.119*60^2)/2.233 = 90 cm2 = 18#8

TABLA DE COLUMNAS

Columna C1 C2 C3

Planta Sección Refuerzo Sección Refuerzo Sección Refuerzo

2º. Nivel 50x50 4#8 50x50 4#8 50x50 4#8

1er. Nivel 50x50 10#8 50x50 4#8 50x50 4#8

P. Baja 60x60 18#8 50x50 10#8 50x50 4#8

Estribos: #3 @ 40 cm. tipo

Ver detalles en plano AXG.EC.02

9. Firmes

Para cargas de trabajo mayores a 1000 Kg/m2 y menores de 2000 el Manual CRSI califica la ocupación como Industrial ligera, especificando para ésta firme de concreto f’c 200 Kg/cm2 de 15 cm de espesor, reforzado con una malla electrosoldada 66/66 de lecho superior.


106

10. Cimentación

Trabes de cimentación:

Cargan solo el peso del muro de la planta baja y su peso propio. Se harán de 25x60 cm en claros de 8.00 m y de 12.7/2 = 6.35 m. wu = 1.4* (.25*.60*2.4+.35*4.20) = 2.6 Ton/m.

TC1

L= 8.00 m

- Mue = 2.6*8.00^2/24 = 6.9 Ton-m; As = 4.5 cm2 2#5

+Mue = 2.6*8.00^2/14 = 11.9 Ton-m; As = 6.0 cm2 3#5

- Mui = 2.6*8.00^2/10 = 16.6 Ton-m; As = 8.5 cm2 4#5

+Mue = 2.6*8.00^2/16 = 10.4 Ton-m As = 5.20 cm2 3#5 Vu crit = 2.6*(8.00/2 - .275 - .55) = 8.26 Ton.

Con el programa:

F’c = 250 kg/cm2, fy = 4200 kg/cm2, c1= 0.75, Ct = .0033

Zona sísmica = Si,

Mu max.= 16600 kg-m, b = bw = 25 cm, rec. = 5 cm.

dr = 34 cm < 55+5 = 60 cm.

As = 8.5 cm2 3#6

El resto de las As se calcula en la tabla anterior.

Vu max = 8260 Kg. No necesita estribos. Usar estribos mínimos #3 @ 25

Sección 25x60 -ref. 3#6 - Estr. #3@ 25 corridos

TC2

L = 6.35 m.

Resulta en todo igual a la anterior, excepto ref. 3#5

PEDESTALES Y ZAPATAS

Cargas en columnas

C1: Pu = 630 Ton. + 1.4 ped.= 632 Ton.

C2a: Pu = 335 + 1.61* 8.00 +1.1 ped = 349 Ton.

C2b: Pu = 401 + 1.61* 6.35+1.1 ped = 412 Ton.

C3: Pu = 213 + 1.61* 10.35+1.1 ped = 231 Ton.

C4: Pu = 2.6*6.35 + 0.4 ped = 17 Ton.

Pedestales

Se harán 5 cm mayores por lado que las correspondientes columnas y con el mismo refuerzo. El de las zapatas intermedias Z4 es mínimo:

TABLA DE PEDESTALES P1 = 65x65 - 18#8 - Estr. #3 @ 40 cm

P2 = 55x55 -10#8 - Estr. #3 @ 40 cm

P3 = 55x55 - 4#8 - Estr. #3 @ 40 cm

P4 = 30x30 – 4#5 - Estr.#3 @ 25 cm


107

Zapatas:

Según el estudio de suelos, el esfuerzo admisible a 1.60 m de profundidad, para cargas de servicio, es de 0.91 kg/cm2, que corresponde a un esfuerzo ultimo (factorizado) fsu = 1.6*.91 = 1.46 kg/cm2. Usaremos las tablas del CRSI-93, para esfuerzo

fsu = 3200 psf = 1.56 kg/cm2. con un factor de corrección = 1.56/1.46 = 1.07

Cargas totales últimas, equivalentes

Z1 : Pue = 632*1.07 = 676 Ton = 1487 Kips

Z2: Pue = 412*1.07 = 441 Ton = 970 Kips Z3: Pue = 231*1.07 = 247 Ton = 543 Kips

Z4: Pue = 17*1.07 = 18 Ton = 40 Kips

Con las cuales se obtienen las siguientes zapatas:

TABLA DE ZAPATAS (PROYECTO)

( FA = 0.91 KG/CM2 A 1.60 M. DE PROF.) Mca Dimensiones Refzo

Z1 750 x 750 x 100 cm - 27#8 c/d

Z2 600 x 600 x 90 cm - 20#8 c/d

Z3 430 x 430 x 70 cm - 12#8 c/d

Z4 120 x 120 x 30 cm - 4#5 c/d

Esfuerzos opcionales.

Analizando datos del estudio de suelos, con b 3.50 m y Df = 3.00 m, se obtiene fa = 1.46 Kg/cm2 = 3000 psf, y fu = 2.33 kg/cm2, reduciéndose las zapatas como sigue:

TABLA DE ZAPATAS (OPCIONAL)

(FA = 1.46 KG/CM2 A 3.00 M DE PROF.) Mca Dimensiones Refzo

Z1 560 x 560 x 100 cm - 20#8 c/d

Z2 450 x 450 x 90 cm - 15#8 c/d

Z3 330 x 330 x 70 cm - 15#6 c/d

Z4 100 x 100 x 30 cm - 4#5 c/d Con estos resultados vale la pena investigar el esfuerzo a 3.00 m de

profundidad

Ver detalle de zapatas y pedestales en dibujo AXG.EC.01

Ver revisión por sismo en columnas esquineras C3 y zapatas Z3 en

capítulo siguiente.

11.Estructuración de muros Cargas totales por piso: Losa de azotea: Losa = 1.17*25.40*40 = 1189 Ton. Vigas = 1.00*(25.4*6+40*3) = 272 Ton. Pretil = 0.49*(25.4*2+40*2) = 64 Ton. Total Wu = 1525 Ton


108

Losa de entrepiso: Losa = 1.69*25.40*40 = 1717 Ton. Vigas = 1.00*(25.4*6+40*3) = 272 Ton. Muros = 2.05*(25.4*2+40*2) = 268 Ton. Total Wu = 2257 Ton

ELEVACIÓN I ELEVACIÓN II Empujes totales: En la tabla siguiente se calculan los empujes totales y cortantes horizontales por nivel. Como las alturas de los pisos son iguales, se consideran alturas relativas de 3,2 y 1 módulos.

Nivel Wu h W*h c Fu Vu

Azotea 1525 3 4575 0.216 329 329 2º. Nivel 2257 2 4514 0.144 324 653 1er. Nivel 2257 1 2257 0.072 162 815

Totales 6039 11346 0.135 815

Contravientos: Se proponen diagonales en forma de “M”, con long. Horizontal de 6.35 m en ejes 1 y 6 y 4.00 m en ejes “A” y “C”, dos diagonales en cada claro de 12.70 y 8.00 m, en total 8 diagonales para cada dirección. CV1: x = 6.35 m, y = 5.20 m Ld = (6.35^2+5.20^2)^.5 = 8.21 m; Factor = 8.21/6.35 = 1.29 CV2: x = 4.00 m, y = 5.20 m Ld = (4.00^2+5.20^2)^.5 = 6.56 m; Factor = 6.56/4.00 = 1.64 Cargas en contravientos: La carga en cada contraviento es igual al cortante total en el nivel considerado multiplicado por el factor de longitud y repartido por igual entre 8 elementos, esto es:

Pud = Vu*Factor/8 Ejes de 12.70 m

CV1 Ejes de 8.00 m

CV2

Nivel Vu Factor Pu1 Factor Pu2

2º. Nivel 329 1.29 53 1.64 67 1er. Nivel 653 1.29 105 1.64 133 Pta. baja 815 1.29 131 1.64 167 Todas las cargas en toneladas y arriba de cada nivel.


109

Diseño de contravientos Se atiesan a 4.20 m de altura por las vigas. CV1: L = 810*420/520 = 654 cm Con col. 30x30, r = 9 cm, R = 1.23-.008*654/9 = 0.65 CV2: L = 656*420/520 = 530 cm, r = 9 cm, R = 1.23-.008*530/9 = 0.76 Refuerzo requerido a Tensión: As = 0.75*Tu/(.9*fy) = .75*Tu/(.9*4.2) = .20 Tu tipo Capacidad a compresión Pu’ = .75*Pu/R = .75*Pu/0.65 = 1.15Pu en CV1 = .75*Pu/0.76 = 0.99Pu en CV2

Pn = .119*900+2.233*As = 107+2.233As Tabla de contravientos CV1

Nivel Tu=Pu Asr Refzo As Pn

2º. Nivel 53 10.5 4#6 11.4 132> 53 OK

1er.Nivel 105 21.0 8#6 22.7 158>105 OK

P.Baja 131 26.2 10#6 28.4 170>131 OK

Tabla de contravientos CV2

Nivel Tu=Pu Asr Refzo As Pn

2º. Nivel 67 13.4 6#6 11.4 132> 53 OK

1er.Nivel 133 26.6 10#6 22.7 158>105 OK

P.Baja 167 33.4 12#6 28.4 170>131 OK

Todos los contravientos sección 30x30 cm, con el refuerzo indicado para cada nivel y estribos #3@25 cm. Se necesitan 4 diagonales en cada muro exterior y en cada nivel.

12.Escalera

CARGAS DE RAMPAS: Peso propio = 0.15 x 2400 = 360 kg/m2 Escalones de 18 cm. = 0.18x2400/2 = 220 Kg/m2 Piso y acabados = 120x(28+18)/28 = 200 Kg/m2 Total de carga muerta = 780 kg/m2 Carga viva escalera = 350 Kg/m2 Carga total 1130 kg/m2. Carga última: wu1 = 1.4M+1.7V = 1700 kg/m2.

CARGAS DE DESCANSOS: Peso propio = 0.15 x 2400 = 360 kg/m2 Piso y acabados = = 120 Kg/m2 Total de carga muerta = 480 kg/m2 Carga viva escalera = 350 Kg/m2 Carga total 830 kg/m2.


110

Carga última: wu1 = 1.4M+1.7V = 1300 kg/m2.


111

RAMPA INTERMEDIA:

Vu1 = 1700*2.52/2 = 2100 kg.

Mu = 2100*(3.72/2-2.52/4) = 2580 Kg-m 3000 kg-m

RAMPA SUPERIOR E INFERIOR:

Vu1 = (1700*2.24*1.12+3000*1.20*2.84)/3.44 = 4200 Kg.

Vu2 = (1700*2.24*2.32+3000*1.20*0.60)/3.44 = 3200 Kg.

Vu = 1700*2.24+3000*1.20 = 7400 Kg. = 7400 Kg.

Mumax. = 3200^2/(2*1700) = 3000 kg-m.

DISEÑO DE RAMPAS:

Ambas resultan iguales, para M = 3000 Kg-m.

Con el Programa:

Mu = 3000 Kg-m, b = bw = 100 cm, rec = 3 cm.

dr = 7 < 12+3 = 15 cm.

As = 7.0 cm2 * 1.20 m = 8.4 cm2 = 7 Vars.#4

Rampa espesor 15cm.- Ref.= 7#4, Temp. - #3@ 28 cm.

Las rampas se apoyan en una nervadura N4 y dos vigas V3. La

escalera, además, se apoyan sobre la trabes de cimentación TC-2 y las modifica, todo ello según el cálculo siguiente. Ver plantas en

hojas 5 y 8.

NERVADURAS N4

El recuadro adyacente de la losa es de 4.56x4.92 m, prácticamente

cuadrado.

Entrepiso:

wus = wul w/2 = 1700/2 = 880 Kg/m2. wun = 880*4.56/2 = 2000 Kg/m.

Reacciones de la escalera (Vu2 de rampa):

Pue = 1.20*3200 = 3840 Kg., a 0.60 m. ambos extremos Mu = 2000* 4.92^2/8+3840*0.60 = 8400 kg-m

Vu = 2000*4.92/2+3840 = 8800 Kg.

Con el programa, se requiere

Sección de 20x30 cm, con 4#6 y Est.#2@13 cm o ampliación en

extremos en 1.20 m (1/2 casetón)

Azotea:

Factor de carga entrepiso = 1220/1760 = 0.69

Factor de carga Rampas = 0.5 ( Una sola rampa)

Por proporciones usar:

Sección de 20x30 cm, con 2#6. y Est.#2@13 cm o ampliación en

extremos en 1.20 m (1/2 casetón)

VIGAS V3 Carga de losa de entrepiso

wu1 = 880*5.22/2 = 2300 kg/m, x = 4.56 m

wu2 =1760*5.53/2+700 pp = 5700 kg/m, L= 8.00 m

Pu = Reacción de E1 = 8400 kg., x = 4.56 m.

Las distancias son desde el apoyo interior (eje B).

V u1 = (2300*4.56*2.28+5700*8.00*4.00+8400*4.56)/8.00 = 30600 Kg.

Vu 2 = (2300*4.56*5.72+5700*8.00*4.00+8400*3.44)/8.00 = 33900 Kg.


112

V = (2300*4.56+5700*8.00+8400) = 64500 = 64500 Kg. x = Vu2/(wu1+wu2) = 33900/8000 = 4.24 m. < 4.56

Mu = 33900*4.24/2 = 72000 Kg-m

Con el programa:

b = bw = 30 cm., rec = 5 cm., dr = 66 cm 65+5 = 70 cm As = 35.8 cm2 = 7#8

Sección 30x70 cm- 7#8 – Estr. Min. 3@ 20 cm.

En azotea será suficiente con la misma sección pero con solo 5#8.

Trabe de Cimentación TC2

A la trabe normal se agrega la reacciones de una rampa de escaleras de 4200 Kg a 2.95 m. del extremo:

wu = 2.6 Ton/m de muro y peso propio.

Pu = 4.20*1.20 = 5.0 Ton.,

L = 6.35 m.

Mu = 2.6*6.35^2/10 + 5.0*2.95/4 = 14.1 Ton-m Vu = 2.6*6.35/2+5.0*3.4/6.35+14.1/6.35 = 13.1 Ton.

Con estos momentos y cortantes la sección no se modifica (ver

capítulo 10, hoja 12, Trabes de cimentación); solo se necesita

agregar 2#5 para tomar en cuenta el peso de la escalera.

13.Cisterna

No se cuenta con datos, por el momento, para este diseño. Se hará en cuanto sea oportuno, si es que se necesite.

14. Planos estructurales:

Dibujados en Autocad, para imprimirse en tamaño de 61x91 cm. enseguida se presentan copias tamaño doble carta de los

siguientes planos:

AX.EG.01 Dimensiones Grales., Notas y Especificaciones,

AX.EC.01 Cimentación,

AX.EC.02 Firmes, columnas y dets.

AX.EC.03 Losas de entrepiso,

AX.EC.04 Losas Azotea,

AX.EC.05 Escaleras y detalles.

AX.EC.06 Estructuración muros,

AX.EC.07 Cisterna.

Los planos son de los denominados “de diseño”. Los dibujos de taller o de campo que resultaran necesarios serán

producidos por el contratista de la Obra.

Monterrey, N.L., Mayo 17 de 2000


113

KRONE

CONSTRUCTORA KRONE S.A. DE C.V.

CLUB HIPICO “EL DIENTE”

SALA DE CONSEJO VIP2 PICADERO

DISEÑO ESTRUCTURAL. MEMORIA.

MONTERREY, N.L FEBRERO DE 2000

CD. DE LOGROÑO 5560


M O N T E R R E Y , N . L .

TEL/FAX: 310-8151

SECRETEL: 318-0528

RFC: GMA-800318UQ9

114


CLUB HIPICO “EL DIENTE”

Atn. ING. MARIO GONZÁLEZ

SALA DE CONSEJO VIP2 PICADERO DISEÑO ESTRUCTURAL, MEMORIA.

CONTENIDO:

1. Antecedentes, 2.Descripción, 3. Especificaciones y materiales, 4.Cargas básicas,

5.Remodelación piso Sala, 6.Estructura techo Sala. 7.Armaduras Apoyo Cubierta

Existente, 8.Techo baños hombres. 9.Techo recepción, 10.Entrepiso Recepción,

11.Columnas y cimentación, 12. Estructuración de muros. 13.Planos (Copias doble

carta)

1. ANTECEDENTES

Se referirá la presente memoria al diseño estructural de la nueva Sala de Consejo que se construirá en la terraza

existente sobre la Estancia VIP2 del Picadero Cubierto del Club Hípico “El Diente”. El proyecto arquitectónico es de Constructora Krone.

Durante la redacción de la presente se hicieron cálculos y planos preliminares que ahora nos servirán como

referencia. Tales planos se anexan, por lo que no hay necesidad de hacer croquis o dibujos detallados de los de miembros.

Según la memoria original del Picadero, consideramos un esfuerzo admisible en el suelo de 1.65 kg/cm2, que

deberá verificarse en la obra.

2. DESCRIPCIÓN

Se trata de un edificio con recuadros rectangulares cubriendo las azoteas y terrazas actuales de Cocina, Baños y

Estancia existentes, y un puente de acceso desde la calle exterior. Los arquitectos especificaron cubierta de elementos Hebel

sobre polines metálicos. Las nuevas columnas serán similares a las cartelas existentes, de concreto reforzado aparente.

Véanse los planos del levantamiento VIP2.EG.01 y los estructurales VIP2.EC.01 Y VIP2.EC.02 anexos.

3.ESPECIFICACIONES Y MATERIALES:

ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: Cargas: Reglamento del DDF. , 1987

Concreto Ref. ACI-318-95


ESPECIFICACIONES DE CONSTRUCCIÓN: Concreto: ACI-301-72


CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. CLUB HIPICO EL DIENTE. SALA DE CONSEJO VIP 2

115

MATERIALES PRINCIPALES: Concreto: f''c = 200 kg/cm2.



Polines tipo TensHyl o similar fy =3500 kg/cm2


Anclas de Acero: ASTM A-307

Esfzo. admisible en suelo f = 1.65 kg/cm2

4.CARGAS BÁSICAS

CUBIERTA EXISTENTE Las siguientes fueron obtenidas de la memoria de

cálculos original de Colinas y De Buen para el Picadero

Existente.

Muertas y vivas

Peso propio 70 Kg/m2

Viva 40 “

Viento:

Presión 40 Kg/m2

Succión -100 “

w1 = ( M + V) = 110 kg/m2

w2 = .75*(M+V+W) = 113 Kg/m2 w3 = .75*(M – W) = -23 Kg/m2

Rige w1 = 113 kg/m2.

TECHOS NUEVOS Se incluye losa Hebel de 10 cm. de espesor, con peso de 60

kg/m2, mas 40 Kg/m2 de impermeabilización, acabados y peso propio estructura, y carga viva de azotea plana de 100

kg/m2.

Muertas y vivas


Viva 100 “

Total 200 “

ENTREPISOS NUEVOS Se incluye una losa Hebel de 10 cm. de espesor, con peso

de 60 kg/m2, mas 120 Kg/m2 de piso, acabados y peso

propio estructura, y carga viva de entrepiso de 150 kg/m2.

Muertas y vivas


Viva 150 “

Total 330 “


116

5. REMODELACIÓN PISO SALA

Actualmente se tiene un piso de duela de madera, que se va a sustituir por otro de triplay y acabado ligero de alfombra,

linóleo o similar, a fin de no incrementar las cargas originales de diseño de la estructura existente. Los nuevos polines y

vigas serán simplemente la prolongación de los existentes, según planos originales de Colinas y De Buen.

6. ESTRUCTURA TECHO SALA

Por acuerdo con Krone será una losa Hebel de 10 cm. sobre polines metálicos tipo Hylten o similar. Se escoge un

espaciamiento de polines modulado con las armaduras de la cubierta, a 7.89/4 = 1.97 m aproximadamente. La losa y los

polines tendrán una pendiente del 2% hacia afuera.

LOSA HEBEL De acuerdo con el Manual técnico Hebel de Contec Mexicana, por

ser el claro menor que el máximo permisible de azotea de 2.48 m, se

acepta losa Hebel de 10 cm. de espesor para carga total de 200

kg/m2.

VIGA DE APOYO V1 Carga de vidriera P = (40*3.70+10)*1.97 = 320 Kg

Carga uniforme w = 200*1.97 = 390 Kg/m

Alero izquierdo L1 = 1.54 m

Claro Central L2 = 4.62 m L1+ L2 = 6.16 m

Alero Derecho L3 = 2.37 m Ltot = 8.53 m

Momento máx. en aleros: Ma1 = 320*1.54+390*1.54^2/2 = 960 Kg-m

Ma2 = 320*2.37+390*2.37^2/2 = 1860 Kg-m

Momento en claro (Sin cargas en aleros)

Mc = 390*4.62^2/8 = 1040 Kg-m.

Rige M = 1860 Kg-m.

Sx = 1860/21 = 88.6 cm3.

Usar 2-8TH-12 –15.57 KG/M.

7. ARMADURAS DE APOYO CUBIERTA EXISTENTE

Armaduras AR-1

Cargas

Armaduras existentes de cubierta AR-4E

La armadura tiene 13 nudos a cada 4.60 m y están espaciadas 7.89 m

P1 = 113*7.89*4.60*13/2/1000 = 26.7 Ton./nudo


117

Vigas V1 del techo de la Sala

R1 = (.32*6.16-.32*2.37+.39*8.53*1.895)/4.62 = 1.6 Ton

R2 = (.32*6.99-.32*1.54+.39*8.53*2.725)/4.62 = 2.3 Kg

P2 = R1 = 1.6 Ton/nudo

Total: P = P1+ P2 = 26.7+1.6 = 28.3 Ton/nudo.

para considerar peso propio usaremos

P = 29 Ton/nudo.

Dimensiones:

En el croquis siguiente se muestran las dimensiones principales de la armadura. Long. Recuadro s = 197 cm Altura h = 180 cm Long. Diagonal Ld = (197^2+180^2^2)^.5 = 267 Relación Ld/h = 1.48

ELEVACIÓN ARMADURA AR-1

Esfuerzos en miembros R = P = 29 Ton.

Cuerda Superior Cuerda Inferior

Tramo 10/10 C1 = 29*7.890/1.80 = 127.0 Ton Tramo 10/10 T1 = 29*7.890/1.80 = 127.0 Ton Tramo 6/7 C2 = 29*5.918/1.80 = 95.3 Ton Tramo 4/5 T2 = 29*3.945/1.80 = 63.5 Ton Tramo 2/3 C3 = 29*1.973/1.80 = 31.8 Ton Tramo 1 T3 = 0

Montantes : Diagonales

Extremos M1 = R = 29 Ton. Extremas T1 = C1 = 29*1.48 = 42.9 Ton intermedios M2 = 0 (tipo) Intermedias T2 = C2 = 0 (tipo)

Diseño de miembros

Cuerda Superior

Se diseña para la carga media de 95.3 Ton y se completa el tramo central con una cubre placa. Suponemos cuerdas de 4 PER-102x102 mm. separadas por un montante de 127 mm.

Lx = 197 cm, Ly = 789 cm rx = (4.0^2+5.1^2)^.5 = 6.5 cm ry = (4.0^2+11.45^2)^.5 = 12.1 cm

Lx/rx = 30

Ly/ry = 65 ------ fa = 1.529 ton/cm2

Asn = 95.3/1.529 = 62.3 cm2


118

4 PER-102x102x4.0 – 47.32 kg/m o similar

Con A = 4*15.07 = 60.3 cm2 62.3 cm2. OK Cubre placa

Apl = 127/1.529 – 60.3 = 22.8*21/15.2= 31.4 cm2

Cbe. Pl. 152x22 mm

Cuerda Inferior

Se diseña para la carga total de 127 Ton. Suponemos cuerdas de 4 PER-102x102 mm. separadas por un montante de 127 mm. Asn = 127/2.1 = 60.5 cm2

4 PER – 102x102x4.0-47.32 kg/m

Montantes

Extremos: P = 29.0 Ton, h = 1.80 m

PER-127x127x4.0 mm – 14.98 Kg/m Intermedios:

P = 0, h = 1.80 m

PERs mínimos de 127 mm.

PER-127x76x3.2 mm – 9.61 Kg/m

Diagonales

Extremas a compresión P = 42.9 Ton., Ld = 2.67 m

PER-127x127x6.4 mm – 23.22 Kg/m

Extremas a tensión As = 42.9/2.1=20.4 cm2

PER-127x127x4.8 mm – 17.85 Kg/m

Intermedias P = 0; Se necesitan secciones mínimas de 127 mm

PER-127x76x3.2 mm – 9.61 Kg/m

Apoyos

Por sencillez, se abrirá una ventana en las cartelas existentes y se

apoyará la armadura sobre una placa horizontal.

P = 29 Ton.

f’c = 200 kg/cm2, fc = .30f’c = 60 kg/cm2. Ab = 29000/60 = 483 cm2 = Pl. 20x25 cm., Ab=500 cm2

p = 29000/500 = 58 kg/cm2.

Alero de la placa a = (25-13)/2 = 6 cm.

t = a* (3p/fs.) = 6.0* (3*58/1900) = 1.82 cm = 1.91 cm

Pl. 20x25x1.91 cm

con 4 Barrenanclas 16 mm.

Armaduras AR-2

Para dar la pendiente del techo, el peralte de la armadura tiene que

ser un poco mayor. Los claros son iguales a los del caso anterior

h = 1.80+ .02*4.62 = 1.90 m, s = 1.97 m

Ld = 2.74 m, Factor de inclinación = 2.74/1.90 =1.44


119

Cargas Reacción de AR-1E: 113*7.89*2.5/1000 = 2.2 Ton

Reacción R2 de V1: = 2.3 Ton

Carga total por nudo P = 4.5 Ton.

Para tomar en cuenta el peso propio calcularemos con

P = 5.0 Ton/nudo.

Factor de corrección según AR-1: cuerdas = (5/29)*(1.8/1.9) = 0.16

diagonales = (5/29)*(1.44/1.49) = 0.17

Montantes = (5/29) = 0.17

O sea que los esfuerzos en la armadura son en general el 17% de los

de AR-1.

Esfuerzos en miembros:

C1 = .17*127 = 21.6 Ton, C2 = .17*95.3 = 16.2 Ton T1 = .17*127 = 21.6 Ton, T2 = .17*63.3 = 10.8 Ton M1= .17* 29 = 5.0 Ton, M2 = 0

D1= .17*42.9 = 7.3 Ton. D2 = 0

Diseño de miembros

Cuerda Superior

Se diseña para la carga total de 21.6 Ton. Suponemos cuerdas de 2 PER-76x76 mm. separadas por un montante de 76 mm.

Lx = 197 cm, Ly = 789 cm

Montantes

Extremos: P = 5.0 Ton, h = 1.80 m

PER-76x76x3.2 mm – 7.07 Kg/m

Intermedios:

P = 0, h = 1.80 m

PERs mínimos de 76 mm.

PER-76x51x3.2 mm – 5.80 Kg/m

rx = 2.9 cm

ry = (2.9^2+7.6^2)^.5 = 8.1 cm

Lx/rx = 68

Ly/ry = 99 ------ fa = 1.046 ton/cm2

Asn = 21.6/1.046 = 20.7 cm2 2 PER-76x76x4.0 – 17.32 kg/m o similar

Con A = 2*11.05 = 22.1 cm2 > 20.7 cm2. OK

Cuerda Inferior

Se diseña para la carga total de 21.6 Ton.

Asn = 21.6/2.1 = 10.2 cm2 2 PER-76x76x3.2 – 14.14 kg/m

Diagonales Extremas a compresión

P = 7.3 Ton.

Ld = 2.67 m

PER-76x76x3.2 mm – 7.07 Kg/m


120

Extremas a tensión e intermedias

As = 7.3/2.1=3.5 cm2

PER-75x51x3.2 mm – 5.80 Kg/m

Apoyos

Resultan mínimos

Pl. 20X20X1.6 cm. con 4 Barrenanclas 16

Armaduras en ejes exteriores

Las armaduras AR-1 son iguales a las anteriores, excepto que no tienen carga de techo, el cual descansa sobre muros

cargadores,

De hoja 3: P = 26.7 < 28.3

Factor de reducción r = 26.7/28.3 = 0.94

Con menos del 6% de diferencia, las armaduras AR-1, interiores y

exteriores, resultan iguales

Las armaduras AR-2 no tienen carga actual, pero se harán iguales a las AR-2 por razones arquitectónicas, pues formarán

parte del conjunto la fachada principal, quedando por lo tanto preparadas para ampliaciones de los techos similares a las actuales.

8. TECHO BAÑOS HOMBRES

Se trata de una cubierta similar a la de la Sala de Consejo, con losas Hebel de 10 cm. sobre polines tipo Hylten espaciados a cada 1.97 m., apoyados sobre muros cargadores en claros de 7.17 y 3.95 m a centros de muros, que deberán verificarse en

la obra.

De hoja 3: w = 200*1.97 = 390+20 pp = 410 Kg/m.

L1 = 7.17 m., M1 = 400*7.17^2/8 = 2570 Kg-m

S = 2570/21 = 122cm3

Por libraje usar el polín de menor peralte

V2 = 2-8TH10-19.83 Kg/m.

L2 = 3.95 m., M2 = 400*3.95^2/8 = 780 Kg-m.

S = 780/21 = 37 cm3, < 84.81 cm3

V3 = 2-8TH14-11.23 Kg/m.

9. TECHO RECEPCIÓN

Contiene las zonas de Baños, Archivo y Recepción, con claros de 7.17 y menores, requiriéndose los mismos perfiles del

techo Baños Hombres.

Para el momento – Marzo 31 de 2000 – el proyecto está suspendido por Krone, debido a que se están haciendo

modificaciones arquitectónicas importantes, quedando pendientes por resolver los siguientes puntos de la memoria:

10. DIBUJOS

Se anexan copias doble carta de los dibujos estructurales VIP2.EG.01, VIP2.EC.01 y VIP2.EC.02

Monterrey, N.L. Febrero 21 de 2000


121




TEL/FAX: 3 10 81 51



RFC: GMA-800318UQ9

SWITCH II GDL

DISEÑO ESTRUCTURAL

MEMORIA DE CÁLCULOS.

Mayo- Julio de 2000.

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V AXTEL SWITCH II GUADALAJARA

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122

Río Amacuzac # 1201 Ote. Garza García, N.L. P r e s e n t e. Atn. Ing. Mario González. Julio 21 de 2000.

A X T E L S W I T C H I I G U A D A L A J A R A


Contenido: 1.Antecedentes, 2.Descripción, 3.Especificaciones y Materiales, 4.Cargas básicas, 5.Análisis preliminar de viento y sismo, 6.Análisis de marcos rígidos,

7.Losa Azotea, 8.Losa Segundo nivel, 9.Losa Primer nivel, 10.Columnas, 11.Firmes, 12.Cimentaciones. 13.Estructura de Muros, 14.Escaleras, 15.Escalera de emergencia, 16.Planos (Doble carta).

Apéndices 1,2 y 3

1. Antecedentes.

Se referirá la presente memoria al diseño estructural del edificio Axtel Switch II Guadalajara. La obra estará a cargo de Constructora Krone, S.A. de C.V. bajo la dirección del Ing. Mario González. Se construirá en Ave. Guadalupe con calle Rinconada Guadalupe, zona habitacional Suroeste, Guadalajara, Jal.

El trabajo se hará de acuerdo al proyecto arquitectónico de Axtel, según dibujos D00034 y el instructivo de cargas para el diseño estructural de Axtel S.A. de C.V., proporcionados para el efecto por el Ing. Rafael Ortega, de Krone.

El estudio de Mecánica de Suelos fue elaborado por Rubén Francisco Mendoza Moreno, de Tepic, Nayarit, bajo la supervisión del Ing. José Gpe. Alatorre López.

2. Descripción.

El Edificio será de 3 pisos, con Planta Baja, 1er. Nivel, 2º. Nivel y Azotea. Todas sus son plantas rectangulares de 43.80x26.00 m, moduladas en recuadros de 7.30x13.0 m. La planta baja y primer nivel serán para equipo de transmisiones y el segundo nivel para oficinas. La superficie total de losas es de 3,416 m2. Ver dibujo AXG.EG.01.

Por acuerdo con Krone, todas las losas serán de concreto reforzado de 30 cm de espesor, aligeradas con casetones desmontables de fibra de vidrio de 63.5x63.5x25 cm, apoyadas en dos direcciones sobre vigas aperaltadas de concreto reforzado en los ejes principales del edifico.

Por acuerdo con Axtel, para efectos de viento o sismo se utilizará un sistema de marcos rígidos. Vigas, columnas, pedestales, cimentaciones y firmes serán de concreto reforzado.

La altura libre, de piso a niv. Inferior de vigas, será de 4.20 m en planta baja y primer nivel, y de 3.50 m en segundo nivel, resultando de 5.25 m. y 4.55 m, respectivamente, de piso a piso . Ver dibujos AXG.EC.201 A 208, anexos. 3. Especificaciones y Materiales.

Especificaciones de Diseño.

Concreto: ACI-318-95. Cargas: Instructivo Axtel

Especificaciones de Construcción.

Concreto: ACI-301-72 o equivalente Acero Estructural: AISC 1985


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Materiales En general utilizaremos los siguientes: Concreto: f’c =100 kg/cm2 en plantillas. f’c = 150 Kg/cm2 en castillos y cerramientos f’c = 250 kg/cm2 tipo, excepto indicados.

acero de refuerzo fy = 4200 kg/cm2 tipo Fy = 2800 Kg/cm2, solo var.#2 Fy = 5000 kg/cm2, malla electrosoldada Muros f’c 40 Kg/cm2 Exteriores: bloc de concreto de 20 cm.

Interiores: en áreas de fuerza, baños y escalera de 15 cm Divisorios oficinas: tablaroca o similar Suelo: Esf. Admisible fn = 0.91 Kg/cm2 a 1.60 m de profundidad bajo terreno natural: Opciones para fn = 1.46 kg/cm2 y 1.2 kg/cm2, a 3.00 y 2.00m de profundidad, respectivamente.

4. Cargas Básicas

Las cargas especiales, muertas y vivas, fueron dadas por el cliente Las principales serán las siguientes, aparte de pesos propios de vigas, columnas y muros:

Losas de Azotea Carga Muerta


Relleno de perlita o similar 110 Kg/m2

Impermeabilizante 10 Kg/m2


Ductos Aire Acondicionado 20 Kg/m2

Equipos sobre azotea 100 Kg/m2


Total carga muerta wm = 630 Kg/m2Carga viva reglamentaria wv = 100 Kg/m2 70 *


wu = 1.4*wm + 1.7*wv = 1050 Kg/m2 1000 *

Fr = 0.95 * Carga viva reducida para usarse con viento y sismo Piso de Oficinas 2° Nivel


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Carga Muerta




Ductos aire acond. Y equipos 20 Kg/m2


Divisiones interiores de tablaroca 80 kg/m2



wu = 1.4*wm + 1.7*wv = 1280 Kg/m2 1160 *

Fr= 0.91 Piso de Switch 1er. Nivel

Carga Muerta



Loseta antiestática 10 Kg/m2



Ductos aire acondicionado y equipos 20 Kg/m2




wu = 1.4*wm + 1.7*wv = 1660 Kg/m2 1580 *

Fr= 0.95 Fr = Factor de reducción promedio Gral. = wur/wu: Fr = 0.94 * Ver nota en hoja anterior

Cargas de Viento. Del Manual CFE. , 1993 Zona eólica: Guadalajara, Jal. Grupo A, Tipo 1, Categoría 3, Clase B, L>20 m Velocidad regional (por Axtel) Vr = 220 Km/hr


Hmax. = 16 m aprox.

= 0.16, = 390, Frz = 1.56*(16/)a Frz = 0.94

F = Fc * Frz = 0.95*0.94 F = 0.89 Fact. topografía, terreno normal Ft = 1.0

Vel. de diseño, max.:

Vd = Ft*F*Vr = 1.0*0.89*220 = Vd = 196 Km/hr

Factor de Gravedad (por Axtel) G = 1.00 p = 0.0048*G*Vd^2*C = 0.0048*1.0*196^2*C = 184*C

C = 0.80+0.50 = 1.30, q = 1.30*184 q = 239 Kg/m2



q = 0.80*1.00*239 q1 = 191 Kg/m2


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125

Fórmula para h > 10 m qh = 191/16^0.32* h

0.32

qh = 78.7*h0.32

H = 16 m: q max = 78.7*16^0.32 = 191 Kg/m2 = 0.19 Ton/m2

H = 10 m: q max = 78.7*10^0.32 = 164 Kg/m2 = 0.16 Ton/m2 Presión promedio = (0.16*10+0.19*6)/16 = 0.17 Ton/m2

Cargas de Sismo (Por Axtel)

Zona Sísmica C, Suelo tipo II Factor sísmico c = 0.64*1.5 = .96

Ductilidad Q = 3 Coef. sísmico reducido c/Q = 0.32

5. Análisis preliminar de viento y sismo.

En un diseño anterior, propusimos contraventear las caras del edificio contra empujes de viento y sismo. Axtel, sin embargo, nos pidió usar marcos rígidos resistentes, que son los que emplearemos en este estudio.

Haremos enseguida un cálculo aproximado solo con el propósito de definir cuál de estos efectos rige el diseño y en qué orden de magnitud.

Carga total de viento

Suponemos fachada de 16 m. de altura* Dirección corta: Fcwu = 1.7*16*43.8*0.17 = 203 Ton.

Dirección Larga: Flwu = 1.7*16*26.0*0.17 = 120 Ton.

*Este dato no es relevante, pues, como se verá enseguida, el viento no rige.

Carga total de sismo Se incluye una carga última de 0.20 Ton/m2 para peso de vigas y columnas.

Ambas direcciones Losas Wlu = 43.8*26.0*(1.20+1.36+1.78) = 4943 Ton.

Muros Wmu = 1.4*(43.8+26.0)*2*13.0*0.30 = 762 Ton.

Peso total del edificio Wtu = 5705 Ton.

Fsu = 1.10*5705*.32 = 2008 Ton.>203>120

La carga de sismo es mucho mayor que las de viento; por lo tanto esta

última no rige y no necesita tomarse en cuenta. Consideraremos el sismo

para el diseño de vigas y columnas de marcos, en las dos direcciones; las

losas, sin embargo, se diseñarán para carga de gravedad.

Empujes totales por nivel Las cargas de muros se reparten mitad y mitad entre las losas de dos niveles consecutivos. En el firme se tomará la mitad de los muros de la planta baja. Carga de azotea y pretil: Peso losas Wlu = 43.8*26.0*1.20 = 1367 Ton.

Peso muros Wmu = 1.4*(43.8+26.0)*2*2.85*.30 = 167 Ton.

Peso total de Azoteas Wtu = 1534 Ton.


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126

Carga de Entrepiso 2° Nivel y muros: Peso losas Wlu = 43.8*26.00*1.36 = 1549 Ton.

Peso muros Wmu = 1.4*(43.8+26.0)*2*3.85*0.30 = 226 Ton.

Peso total de un entrepiso: =1775 Ton. Carga de Entrepiso 1er. Nivel y muros: Peso losas Wlu = 43.8*26.00*1.78 = 2027 Ton.

Peso muros Wmu = 1.4*(43.8+26.0)*2*4.2*0.30 = 246 Ton.

Peso total de un entrepiso = 2273 Ton. Peso total = 1534+1775+2273+ 246/2 = 5705 Ton OK En la tabla siguiente se calculan los empujes totales y cortantes horizontales por nivel. Las cargas Fu incluyen el factor de 1.10 que las especificaciones piden para efectos sísmicos en la fórmula: U = .75*(1.4M+1.7V+1.7*1.10E) Cargas y Cortantes horizontales

Nivel Wu h W*h c Fu Vu

Azotea 1534 15.05 23090 0.512 864 864 2º. Nivel 1775 10.50 18640 0.357 698 1562 1er. Nivel 2273 5.25 11930 0.178 446 2008 P. Baja 123 0.00 0 0.000 000 2008

Totales 5705 ---- 53660 0.320 2008

6. Análisis de Marcos. Los marcos rígidos se analizaron mediante el programa STAADIII, Versión 21. Las corridas se presentan en el apéndice 1, al final de la memoria. Las salidas se editaron para eliminar los datos iguales de marcos homólogos, las referencias innecesarias y para adaptarlo lo más posible al formato de esta memoria. Se analizan dos marcos transversales, M1 y M2, y dos longitudinales, M3 y M4. En cada dirección los marcos interiores y exteriores tienen las mismas coordenadas. Para simplificar el trabajo, los marcos longitudinales, de 6 crujías, se dividieron en tres módulos de 2 crujías cada uno; de esta manera, la codificación es igual para los cuatro tipos de marcos.

Coordenadas e incidencias:

Serán de acuerdo al croquis en la hoja siguiente. Nótese que la numeración de nudos y miembros y sus incidencias son iguales para los cuatro marcos.


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127

CODIFICACIÓN DE NUDOS Y MIEMBROS

Propiedades de miembros: Suponemos las vigas de 0.50x1.00 m, columnas centrales de 0.80x0.80 m, y resto de 0.70x0.70 m. Esto no es obstáculo para diseñar secciones menores o mayores en caso necesario.

Cargas: Las cargas de losas se aplican en dos direcciones en recuadros de 7.3x13 m, con las proporciones siguientes. wus = wu* 13.0^4/(13^4+7.3^4) = 0.90 wu

wul = wu* 7.30^4/(13^4+7.3^4) = 0.10 wu Nótese que se usan cargas “últimas”

Cargas uniformes en miembros:

Marco M1 Nivel 3: wu3 = 0.90*1.05* 7.30 = 6.90 Ton/m + Peso propio*

Nivel 2: wu2 = 0.90*1.28* 7.30 = 8.42 Ton/m + Peso propio

Nivel 1: wu1 = 0.90*1.66* 7.30 = 10.90 Ton/m + Peso propio Nivel 0: wu0 = = 0.00 Ton/m + Peso propio

Marco M2 Nivel 3: wu3= 6.90/2+1.4*0.3*1.00 = 3.87 Ton/m + Peso propio

Nivel 2: wu2= 8.42/2+1.4*0.3*3.55 = 5.70 Ton/m + Peso propio


Nivel 0: wu0= 0.0 +1.4*0.3*4.25 = 1.78 Ton/m +Peso propio *Peso propio = 1.4*0.5*1.00*2.4 = 1.68 Ton/m

Marco M3 Nivel 3: wu3 = 0.10*1.05* 13.0 = 1.37 Ton/m + Peso propio*



Nivel 0: wu0 = = 0.00 Ton/m + Peso propio

Marco M4 Nivel 3: wu3= 1.37/2+1.4*0.3*1.00 = 1.11 Ton/m + Peso propio



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Nivel 0: wu0= 0.0 +1.4*0.3*4.25 = 1.78 Ton/m +Peso propio

*Peso propio = 1.4*0.4*1.00*2.4 = 1.34 Ton/m

Cargas Concentradas en nudos:

Marco M1 Niv.3: P1 y P3 = (1.11+1.34)* 7.30 = 17.9 Ton

P2 = (1.37+1.34)* 7.30 = 19.8 Ton

Niv.2: P4 y P6 = (2.32+1.34)* 7.30 = 26.7 Ton

P5 = (1.66+1.34)* 7.30 = 21.9 Ton Niv.1: P7 y P9 = (2.87+1.34)* 7.30 = 30.7 Ton

P8 = (2.16+1.34)* 7.30 = 25.5 Ton

Niv.0: P10 y P12 = (1.78+1.34)* 7.30 = 22.8 Ton

P11 = (0.00+1.34)* 7.30 = 9.8 Ton

Marco M2 Niv.3: P1 y P3 = 17.9 Ton ./2 = 9.0 Ton

P2 = 19.8 Ton ./2 = 9.9 Ton Niv.2: P4 y P6 = 26.7 Ton ./2 = 13.4 Ton

P5 = 21.9 Ton ./2 = 11.0 Ton

Niv.1: P7 y P9 = 30.7 Ton ./2 = 15.4 Ton

P8 = 25.5 Ton ./2 = 12.7 Ton

Niv.0: P10 y P12 = 22.8 Ton ./2 = 11.4 Ton

P11 = 9.8 Ton. /2 = 4.9 Ton

Marco M3 Niv.3: P1 y P3 = (3.87+1.68)* 13.0 = 72.2 Ton

P2 = (6.90+1.68)* 13.0 = 112 Ton

Niv.2: P4 y P6 = (5.70+1.68)* 13.0 = 95.9 Ton

P5 = (8.42+1.68)* 13.0 = 131 Ton

Niv.1: P7 y P9 = (7.24+1.68)* 13.0 = 116 Ton

P8 = (10.9+1.68)* 13.0 = 164 Ton

Niv.0: P10 y P12 = (1.78+1.68)* 13.0 = 45Ton

P11 = (0.00+1.68)* 13.0 = 21.8 Ton

Marco M4 Niv.3: P1 y P3 = 72.2 Ton ./2 = 36.1 Ton

P2 = 112 Ton ./2 = 56 Ton

Niv.2: P4 y P6 = 95.9 Ton ./2 = 48 Ton

P5 = 131 Ton ./2 = 66 Ton

Niv.1: P7 y P9 = 116 Ton ./2 = 58 Ton

P8 = 164 Ton ./2 = 82 Ton

Niv.0: P10 y P12 = 45 Ton ./2 = 22.5 Ton

P11 = 21.8 Ton. /2 = 10.9 Ton

Empujes horizontales de sismo La carga total se divide entre 6 recuadros y se reparte entre dos lados, o sea, en cada nivel: Hu = Fu/12 en marcos intermedios M1 y M3, Hu = Fu/24 en marcos extremos M2 y M4, Marcos M1 y M3 Marcos M2 y M4 F3 = 864/12 = 72 Ton F3 = 72/2 = 36 Ton.

F2 = 698/12 = 58 Ton F2 = 58/2 = 29 Ton

F1 = 446/12 = 37 Ton. F1 = 37/2 = 18.5 Ton


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129

Combinaciones de cargas: Carga 1 = 1.4M+1.7V.

Carga 2 = 1.7*1.1 E Combinación 3 = (.95* Carga 1+ Carga 2)*0.75 Combinación 4 = (.95* Carga 1 - Carga 2)*0.75

Momentos y cortantes máximos: En vigas el Momento máximo vale: Marco M1: Mu = 401 Ton-m; Vu = 102 Ton. Marco M2: Mu = 224 Ton-m; Vu = 64 Ton

Marco M3: Mu = 287 Ton-m; Vu = 85 Ton

Marco M4: Mu = 162 Ton-m; Vu = 50 Ton

Desarrollamos un programa en Excel para calcular secciones y refuerzos por resistencia última. Se necesitan en general secciones de vigas de 50x100 cm, con refuerzo de compresión (50%) en el Momento de 401 ton-m, y estribos #4@15 cm para el cortante crítico correspondiente al máximo de 102 Ton. Con el mismo programa se encuentra que pueden usarse secciones de 40x100 cm, en marcos exteriores y donde el momento máximo no exceda de alrededor de 210 ton-m.

7. Losa de azotea Ver dibujo AXG.EC.205

PLANTA TIPO LOSAS


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Patín de compresión. Losa llena de 5 cm apoyada en dos direcciones. Como resultará con refuerzo mínimo por temperatura, la revisaremos, para estandarizar, para la carga de entrepiso de 1660 kg/m2

wu = 1660/2 = 830 Kg/m2; L = 0.60 m (neto)

Mu = 830*0.60^2/10 = 30 Kg-m Usaremos un programa de Excel para diseñar espesores y refuerzos (ver última hoja del apéndice), activado mediante doble clic, con los siguientes datos: f’c = 250 Kg/cm2; Fy = 5000 Kg/cm2; c1 = 0.75; ct = 0.0033; zona sísmica = Si Mu = 30 Kg-m/m; b = 100 cm; bw = 100 cm; rec = 2.5 cm dr = 0.6 cm < 2.5+2.5 = 5 cm O.K. H = 5.0 cm; As = 0.45 cm2/m. (rige temp.: .0018bd)


Nervaduras.

Cargas y Claros: wu = 1050 Kg/m2

Claros longitudinales: L = 2 @ 13.0 m


wus = 0.90*1050 = 945 kg/m2

wul = 0.10*1050 = 105 kg/m2

Anchos Tributarios máximos: bS = b L = 0.80 m


NERVADURAS E1 Y SIMILARES wu = 945*0.80 = 760 kg/m

Momento As Refuerzo -Mue = 760*7.30^2/24 = 1700 Kg-m 1.7 cm2 = 1#5 +Mue = 760*7.30^2/14 = 2900 Kg-m 2.9 cm2 = 1#5+1#4 - Mui = 760*7.30^2/10 = 4100 Kg-m 4.5 cm2 = 2#4+1#5 +Mui = 760*7.30^2/16 = 2500 Kg-m 2.5 cm2 = 2#4 Ve crit = 760*(7.3/2-.20-.27) = 2420 Kg. Vi crit = 2420*1.15 = 2780 kg. Con el programa antes mencionado: fy = 4200 kg/cm2. +b = 79.5, -b = bw = 16 cm; r = 3 cm

-Mui = 4100 kg-m

dr = 22 cm < 27+3 = 30 cm.,

Asi = 4.5 cm2 = 2#4+1#5 Resto según tabla arriba Vu = 2780 kg, bwm = 18 cm. promedio

Vc = .85*1.10*.55*250^.5*18*27 = 3950 kg/m> 2780 No necesita estribos

Viga interior V3 De la corrida del STAAD III. Momento As Refuerzo


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- Mu1 = -83 Ton-m; -25.3 cm2 = -5#8 +Mu1 = +70 Ton-m; +21.1 cm2 = +4#8

+Mu12 = 9 Ton-m; 12.3 cm2 = 3#8

+Mu2 = +83 Ton-m; -25.3 cm2 = +5#8

-Mu2 = -63 Ton-m; -18.8 cm2 = -4#8 Vu1 = Vu2 = 29 Ton En donde (+)= Lecho inferior, ( -)= Lecho superior Con el programa anterior: Mumax = 83000 kg-m.; b = bw = 40 cm; rec = 7 cm; dr = 60 cm < 93+7 = 100 cm., Asi = 25.3 cm2 = 5#8 resto según tabla arriba Vu = 29000 kg, Av = 4.1 cm2/m = estribos #3@24 cm.

Usar Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@24 cm.

Vigas exteriores V4 De la corrida del STAAD III. Momento As Refuerzo - Mu1 = -49 Ton-m -14.5 cm2 = -3#8 +Mu1 = +33 Ton-m +12.3 cm2 = +3#8

+Mu12 = 11 Ton-m 12.3 cm2 = 3#8

+Mu2 = +26 Ton-m -12.3 cm2 = +3#8 - Mu2 = -38 Ton-m -12.3 cm2 = -3#8 Vu1 = Vu2 = 17 Ton Con el programa anterior: Mumax = 49000 kg-m.; b = bw = 40 cm; rec = 7 cm; dr = 46 cm < 93+7 = 100 cm., Asi = 14.5 cm2 = 3#8 resto según tabla arriba Vu = 17000 kg, Av = 4.3 cm2 = estribos #3@24 cm.

Usar Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@24 cm

Viga V5 se calcula en el capítulo 12.0 Escalera


Nervaduras N1 y similares wu = 105*0.80 84 kg/m Momento As Refuerzo -Mue = 84*13.0^2/24 = - 590 Kg-m - 0.8 cm2 = 1#3

+Mu = 84*13.0^2/14 = +1010 Kg-m +1.3 cm2 = 1#4

Mui = 84*13.0^2/ 9 = -1570 Kg-m. –1.6 cm2 = 1#5 V crit = 1.15*84*(13.0/2-.20-.27) = 580 Kg. Siguiendo con el programa anterior Mui = 1570 kg-m.; b = bw = 14 cm; rec = 3 cm; dr = 14 cm < 27+3 = 30 cm.,

Asi = 1.6 cm2 1#5 Resto según tabla arriba Vu = 580, b =16 cm (promedio) No necesita estribos


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132

Vigas interiores V1 De la corrida del STAAD III.

Momento As Refuerzo -Mu1 = -138 Ton-m -44.5 cm2 = -9#8 +Mu1 = +30 Ton-m +12.3 cm2 = +3#8

+Mu12 = +73 Ton-m +22.1 cm2 = +5#8

+Mu2 = + ---Ton-m -12.3 cm2 = -3#8

- Mu2 = -182 Ton-m -62.0 cm2 = -13#8 Vu1 = Vu2 = 62 Ton Con el programa anterior: Mumax = 182000 kg-m.; b = bw = 40 cm; rec = 7 cm dr = 88 cm < 93+7 = 100 cm., Asi = 62.0 cm2 = 13#8 resto según tabla arriba Vu = 6200000 kg, Av = 7.6 cm2/m = estribos #3@18 cm. Usar Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@18 cm

Vigas exteriores V2 De la corrida del STAAD III. Momento As Refuerzo - Mu1 = -80 Ton-m; -24.5 cm2 = -5#8 +Mu1 = + 6 Ton-m; +12.3 cm2 = +3#8

+Mu12 = +47 Ton-m; +13.9 cm2 = +3#8

+Mu2 = + -- Ton-m; -12.3 cm2 = +3#8 - Mu2 = -100 Ton-m; -31.0 cm2 = -6#8 Vu1 = Vu2 = 39 Ton Con el programa anterior: Mumax = 10000 kg-m.; b = bw = 40 cm; rec = 7 cm; dr = 66 cm < 93+7 = 100 cm., Asi = 31.0 cm2 = 6#8 resto según tabla arriba Vu = 39000 kg, Av = 4.3 cm2/m = estribos #3@24 cm.

Usar Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@24 cm Ver detalles en dibujo AXG.EC.05

8. LOSA SEGUNDO NIVEL VER DIBUJO AXG.EC.04

La distribución de losas y vigas es igual a la de la azotea, detallada en capítulo anterior:

Patín de compresión. Se calculó en el capítulo anterior


Nervaduras. Cargas y Claros: wu = 1280 Kg/m2



wus = 0.90*1280 = 1150 kg/m2 wul = 0.10*1280 = 130 kg/m2 Anchos Tributarios máximos: bS = b L = 0.80 m


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133


NERVADURAS E1 Y SIMILARES wu = 1150*0.80 = 920 kg/m Momento As Refuerzo -Mue = 920*7.30^2/24 = 2040 Kg-m 2.1 cm2 = 1#5 +Mue = 920*7.30^2/14 = 3500 Kg-m 3.5 cm2 = 2#5 - Mui = 920*7.30^2/10 = 4900 Kg-m 5.7 cm2 = 3#5 +Mui = 920*7.30^2/16 = 3060 Kg-m 3.1 cm2 = 1#5+1#4 Ve crit = 920*(7.3/2-.25-.27) = 2900 Kg. Vi crit = 2900*1.15 = 3340 kg. Con el programa Excel: fy = 4200 kg/cm2. +b = 79.5, -b = bw = 16 cm; r = 3 cm -Mui = 4900-m

dr = 26 cm < 27+3 = 30 cm., -Asi = 5.7 cm2 = 3#5

Resto según tabla arriba Vu = 3340 kg, bwm = 18 cm. promedio

Vc = .85*1.10*.55*250^.5*18*27 = 3950 kg > 3340 No necesita estribos

Viga interior V3 Momento As Refuerzo - Mu1 = -198 Ton-m; -65.4 cm2 = -13#8 +Mu1 = +179Ton-m; +58.1 cm2 = +12#8

+Mu12 = 10 Ton-m; 12.3 cm2 = 3#8

+Mu2 =+172 Ton-m; -57.8 cm2 =+12#8

- Mu2 = -191 Ton-m; -62.7 cm2 = -13#8 Vu = 59 Ton Con el programa: Mumax = 198000 kg-m.; b = bw = 50 cm; rec = 7 cm; dr = 83 cm < 93+7 = 100 cm., -Asi = 65.4 cm2 = 13 #8 resto según tabla arriba Vu = 59000 kg, Av = 6.6 cm2/m = estribos #3@20 cm.

Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@18 cm.

Vigas exteriores V4 Momento As Refuerzo - Mu1 = -114 Ton-m -35.8 cm2 = -7#8 +Mu1 = + 88 Ton-m +27.0 cm2 = +6#8

+Mu12 = 16 Ton-m 12.3 cm2 = 3#8

+Mu2 = +75 Ton-m -22.7 cm2 = +5#8

- Mu2 = -95 Ton-m -29.3 cm2 = -6#8 Vu = 36 Ton Con el programa: Mumax = 114000 kg-m.; b = bw = 40 cm; rec = 7 cm; dr = 70 cm < 93+7 = 100 cm., -Asi = 35.8 cm2 = 7#8 resto según tabla arriba Vu = 36000 kg, Av = 3.3 cm2 = estribos #3@24 cm.

Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@24 cm

VIGA V5 se calcula en el capítulo 12.0 Escalera


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134


Nervaduras N1 y similares wu = 130*0.80 104 kg/m

Momento As Refuerzo -Mue = 104*13.0^2/24 = - 730 Kg-m - 1.0 cm2 = 1#4

+Mu = 104*13.0^2/14 = +1250 Kg-m +1.3 cm2 = 1#4

Mui = 104*13.0^2/ 9 = -1950 Kg-m. –2.0 cm2 = 1#5 V crit = 1.15*104*(13.0/2-.20-.27) = 720 Kg. Siguiendo con el programa anterior Mui = 2440 kg-m.; B+ 79.5 cm; b = bw = 14 cm; rec = 3 cm dr = 16 cm < 27+3 = 30 cm.,

Asi = 2.0 cm2 1#5 Resto según tabla arriba Vu = 720, b =16 cm (promedio) No necesita estribos

Vigas interiores V1 Momento As Refuerzo Mu1 = -269 Ton-m -89.0 cm2 = -18#8 o 11#10 +Mu1 =+100 Ton-m +30.4 cm2 = +6#8

+Mu12 = +78 Ton-m +23.4 cm2 = +5#8

+Mu2 = + 73 Ton-m -21.8 cm2 = -5#8

Mu2 = -288 Ton-m -96.0 cm2 = -20#8 12#10 Vu2 = 76 Ton Con el programa anterior: Mumax = 28800 kg-m; RC=30%; b = bw = 50 cm; rec = 7 cm dr = 93 +7=100 cm., -Asi = 67/.70 = 96 cm2 = 20#8 resto según tabla arriba Vu = 49000 kg,

Av = 4.2 cm2/m = estribos #3@18 cm.

Usar Viga 50x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@18 cm En extremos, resto @ 24 cm.

Vigas exteriores V2 Momento As Refuerzo - Mu1 = - 159 Ton-m; -52.6 cm2 = -11#8 +Mu1 = + 35 Ton-m; +12.3 cm2 = +3#8

+Mu12 = + 57 Ton-m; +17.0 cm2 = +4#8

+Mu2 = + --- Ton-m; + 12.3 cm2 = +3#8

- Mu2 = -165 Ton-m; -55.0 cm2 = -11#8 Vu1 = Vu2 = 50 Ton Con el programa anterior: Mumax = 165000 kg-m.; b = bw = 40 cm; rec = 7 cm dr = 84 cm < 93+7 = 100 cm., -Asi = 55.0 cm2 = 11#8 resto según tabla arriba Vu = 50000 kg,

Av = 4.5 cm2/m = estribos #3@24 cm.

Usar Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@24 cm ver detalles en

dibujo AXG.EC.04


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135

9. LOSA PRIMER NIVEL VER DIBUJO AXG.EC.03

La distribución de losas y vigas es igual a la de la azotea, detallada en capítulo 7

Patín de compresión. Se calculó en el capítulo anterior

LOSA DE 5 CM CON MALLA ELECTROSOLDADA

6X6/1010 LS

Nervaduras. Cargas y Claros: wu = 1660 Kg/m2



wus = 0.90*1660 = 1500 kg/m2

wul = 0.10*1660 = 160 kg/m2

Anchos Tributarios máximos:

bS = b L = 0.80 m


NERVADURAS E1 Y SIMILARES wu = 1500*0.80 = 1200 kg/m Momento As Refuerzo -Mue = 1200*7.30^2/24 = 2660 Kg-m 2.8 cm2 = 1#5+1#4 +Mue = 1200*7.30^2/14 = 4600 Kg-m 4.6 cm2 = 2#5+1#4 -Mui = 1200*7.30^2/10 = 6400 Kg-m 7.6 cm2 = 4#5 +Mu i= 1200*7.30^2/16 = 4000 Kg-m 4.0 cm2 = 2#5 Ve crit = 1200*(7.3/2-.25-.27) = 3760 Kg. Vi crit = 3760*1.15 = 4320 kg. Con el programa Excel: fy = 4200 kg/cm2. +b = 79.5, -b = bw = 16 cm; r = 3 cm

-Mui = 6400kg-m

dr = 26 cm < 27+3 = 30 cm., -Asi = 7.6 cm2 = 4#5

Resto según tabla arriba Vu = 4320 kg, bwm = 18 cm. promedio

Vc = .85*1.10*.55*250^.5*18*27 = 3950 kg < 4320 > 3760 necesita estribos mínimos #2@14 solo en extremo 2

Viga interior V3 Momento As Refuerzo -Mu1 = - 287 Ton-m; -100.0 cm2 = -20#8 +Mu1 = +269 Ton-m; +94.0 cm2 = +19#8

+Mu12 = 13 Ton-m; 15.4 cm2 = 3#8

+Mu2 = +253 Ton-m; -88.7 cm2 = +18#8

-Mu2 = - 259 Ton-m; -90.8 cm2 = -18#8 Vu = 85 Ton Con el programa anterior: Mumax = 287000 kg-m.; RC=13%; b = bw = 50 cm; rec= 7 cm dr = 93 cm +7 = 100 cm., -Asi = 87.3/.87= 100 cm2= 20#8 resto según tabla arriba Vu = 85000 kg, Av = 11.4 cm2/m = estribos #4@22 cm.

Usar Viga 50x100cm. Ref. indicado, Estribos #4@22 cm.


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136

Vigas exteriores V4 Momento As Refuerzo Mu1 = -163 Ton-m -54.2 cm2 = -11#8 +Mu1 = +139 Ton-m +44.9 cm2 = +9#8

+Mu12 = 22 Ton-m 12.3 cm2 = 3#8

+Mu2 = +109 Ton-m -34.1 cm2 = +7#8

Mu2 = -137 Ton-m -44.1 cm2 = -9#8 Vu = 50 Ton Con el programa: Mumax = 163000 kg-m.; b = bw = 40 cm; rec = 7 cm

dr = 84 cm 93+7 = 100 cm.; Asi = 54.2 cm2 = 11#8 resto según tabla arriba Vu = 50000 kg, Av = 5.4 cm2 = estribos #3@24 cm.


Viga V5 se calcula en el capítulo 12.0 Escalera

Dirección Transversal. Nervaduras N1 y similares wu = 160*0.80 = 130 kg/m Momento As Refuerzo -Mue = 130*13.0^2/24 = - 920 Kg-m - 1.3 cm2 = 1#4

+Mu = 130*13.0^2/14 = +1570 Kg-m +1.6 cm2 = 1#5

Mui = 130*13.0^2/ 9 = -2440 Kg-m. –2.6 cm2 = 1#5+1#4 Vu crit = 1.15*130*(13.0/2-.25-.27) = 890 Kg. Siguiendo con el programa anterior Mui = 2440 kg-m.; b = bw = 14 cm; rec = 3 cm dr = 17.3 cm < 27+3 = 30 cm.,

Asi = 2.6 cm2 1#5+1#4 Resto según tabla arriba Vu = 890, b =16 cm (promedio) No necesita estribos

Vigas interiores V1 De la corrida STAADIII Momento As Refuerzo Mu1 = -357 Ton-m -123 cm2 = -24#8 +Mu1 =+173 Ton-m +55.8 cm2 = +12#8

+Mu12 =+102 Ton-m +31.1 cm2 = + 6#8

+Mu2 = +200 Ton-m -66.6 cm2 = -14#8

Mu2 = -400 Ton-m -138 cm2 = -28#8 Vu = 102 Ton Con el programa anterior: Mumax = 400000 kg-m; RC=40%; b = bw = 50 cm; rec=7 cm dr = 91 cm < 93+7 = 100 cm. -Asi = 82.9/0.60 = 138 cm2 = 28#8 resto según tabla arriba Vu = 102000 kg, Av = 15.8 cm2/m = estribos #4@16 cm.


Vigas exteriores V2 Momento As Refuerzo Mu1 = -209 Ton-m; -79.0 cm2 = -16#8 +Mu1 = + 73 Ton-m; +22.1 cm2 = +5#8 +Mu12 = +71 Ton-m; +21.4 cm2 = +5#8

+Mu2 = +139 Ton-m; -44.9 cm2 = +9#8


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Mu2 = -223 Ton-m; -79.0 cm2 = -16#8 Vu = 64 Ton Con el programa anterior: Mumax = 223000 kg-m.; RC=11%; b= bw = 40 cm; rec = 7 cm dr = 93 cm +7 = 100 cm., Asi = 70.0/ .89 = 79 cm2 = 16#8 resto según tabla arriba Vu = 64000 kg, Av = 8.1 cm2/m = estribos #4@30 cm.

Usar Viga 50x100cm. Ref. indicado, Estribos #4@30 cm Ver detalles en dibujo AXG.EC.05


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138

10. Columnas

PLANTA DE COLUMNAS y CIMEN

TACIÓN

Diseño de columnas Las columnas están siempre sujetas a una carga axial más un momento flexionante. Sea: h = peralte de la columna en la dirección del momento b = ancho de la columna r = recubrimiento del refuerzo = 7 cm. tipo d = Peralte efectivo = h-r d’ = Distancia entre los refuerzos de tensión y compresión f’c = Resistencia del concreto = 250 kg/cm2. fy = Cedencia del acero = 4200 kg/cm2. a = ancho del bloque de compresión = Pu/.85bf’c c = dist. entre el ref. de tensión y el centro del bloque de comp.

= d-a/2

Cu = Compresión última en refuerzo de compresión Tu = Tensión última en refuerzo de tensión K = Proporción de la carga Pu que se disminuye a Tu As = A’s = Área del refuerzo de tensión o compresión

Por Fy = 0 Pu- .85f’c*b*a – A’s*fy +As*fy = 0 Por simetría A’s = As, -A’s*fy +As*fy = 0 Pu = .85f’c*a*b ------> a = Pu/.85*b*f’c

Por M cu = 0 Mu +Pu*d’/2-Cu*d’-.85f’c*a* b*c = 0 Mu +Pu*d’/2 –Pu*c-Cu*d’ = 0


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139

Por simetría Cu = Tu De donde: Cu = Tu = Mu /d’ – Pu(c-d’/2)/d’ = Mu /d’ - K* Pu

Nótese que, cuando c d’ ----> K = 0.5

CARGAS Y MOMENTOS Se obtienen de la corrida de computadora. Todas se dan inmediatamente arriba del nivel considerado. Se muestran las combinaciones Pu/Mu más desfavorables en cada caso. Desarrollamos un programa en Excel para el cálculo de As. Ver Apéndice 3. Los momentos por sismo son predominantes. Se omiten los valores que, por simple inspección, no rigen. Nótese que los valores de As son, por simetría de refuerzo y de cargas de sismo, iguales para cada cara, y que deberá buscarse una distribución de refuerzo que cumpla con esta condición en ambas direcciones.

Col C1: Nivel sección Pu Mu As Ref. c/c Ref. Tot.

2 70 x 70 100 163 61.1 6#12 16#12

1 80 x 80 220 276 81.1 7#12 20#12

PB 80 x 80 378 351 96.9 9#12 28#12


2 70 x 70 79 83 27.1 3#12 8#12

1 70 x 70 212 146 41.1 4#12 12#12

PB 70 x 70 390 184 46.6 4#12 12#12

Col C3:

Nivel sección Pu Mu As Ref. c/c Ref. Tot. 2 70 x 70 62 138 55.6 5#12 12#12

1 70 x 70 158 189 67.1 6#12 16#12

PB 70 x 70 287 202 62.1 7#12 20#12


2 70 x 70 36 80 32.0 4#12 12#12

1 70 x 70 119 84 22.3 4#12 12#12 PB 70 x 70 180 122 33.0 4#12 12#12

Las columnas C4 pudieran ser menores, de 60x60 cm, con 12#12 si así se

desea.

En todos los casos usar juegos de estribos #4 a cada 40 cm, pero

espaciados a cada 20 cm. en los extremos de 1/5 de las altura.

11. Firmes

Para cargas de trabajo mayores a 1000 Kg/m2 y menores de 2000 el Manual CRSI califica la ocupación como Industrial ligera, especificando para ésta firme de concreto f’c 200 Kg/cm2 de 15 cm de espesor, reforzado con una malla electrosoldada 66/66 de lecho superior.


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140

12. Cimentación Todas las cargas en trabes de cimentación, pedestales y zapatas se obtienen de la corrida del STAADIII en el apéndice de la memoria.

Trabes de cimentación: Mu max. = 202 Ton-m

Con el programa anterior: Mu max = 202000 kg-m.; b = bw = 50 cm; rec = 7 cm dr = 93+7 = 100 cm.,

As = 70.8 cm2 = 14#8 max. Vu max.= 52 Ton. Estr. #3@18 cm.

Sección crítica = 50x100 cm., 13#8, Estr.#3@18 cm.

TRABE TC1 - Mu1 = -202 Ton-m; - 67.0 cm2 = -14#8 +Mu1 = +165 Ton-m; +52.9 cm2 = +11#8

+Mu12 = +12 Ton-m; +15.3 cm2 = +3#8

+Mu2 = +159 Ton-m; -50.7 cm2 = +10#8

- Mu2 = -192Ton-m; -63.1 cm2 = -13#8 Vu = 36 Ton


TRABE TC2 - Mu1 = -123 Ton-m; -39.7 cm2 = -8#8 +Mu1 = + 73 Ton-m; +22.1 cm2 = +5#8

+Mu12 = +29 Ton-m; +12.3 cm2 = +3#8

+Mu2 = + 40Ton-m; -12.3 cm2 = +3#8

-Mu2 = -119 Ton-m; -37.7 cm2 = -8#8 Vu = 31 Ton


TRABE TC3 - Mu1 = -184 Ton-m; -60.0 cm2 = -12#8 +Mu1 = +176 Ton-m; +57.0 cm2 = +12#8

+Mu12 = + 9 Ton-m; +15.4 cm2 = +3#8

+Mu2 = +163 Ton-m; -52.2 cm2 = +12#8

- Mu2 = -176 Ton-m; -57.0 cm2 = -12#8 Vu = 52 Ton


TRABE TC4 - Mu1 = -105 Ton-m; -32.8 cm2 = -7#8 +Mu1 = +94 Ton-m; +29.0 cm2 = +6#8

+Mu12 = +20 Ton-m; +12.3 cm2 = +3#8

+Mu2 = + 61 Ton-m; -18.2 cm2 = +4#8

- Mu2 = - 88 Ton-m; -27.0 cm2 = -6#8 Vu = 34 Ton Usar Viga 40x100cm. Ref. indicado, Estribos #3@24 cm

PEDESTALES


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141

Se harán 5 cm mayores por lado que las correspondientes columnas y con el mismo refuerzo.

TABLA DE PEDESTALES P1 = 85x85 - 28#12 - Estr. #4 @ 60 cm

P2 = 75x75 - 12#12 - Estr. #4 @ 60 cm

P3 = 75x75 - 20#12 - Estr.#4 @ 60 cm

P4 = 75x75 – 12#12 - Estr.#4 @ 60 cm P4=P2

Zapatas: Según el estudio de suelos, el esfuerzo admisible a 1.60 m de profundidad, para cargas de servicio, es de 0.91 kg/cm2, que corresponde a un esfuerzo ultimo (factorizado) fsu = 1.6*.91 = 1.46 kg/cm2.= 14.6 Ton/m2 Cargas últimas y áreas requeridas de zapatas: Z1: Pu = 552 Ton Az = 552/(14.6-1.4*2.4*1.00) = 49.0 m2

Z2: Pu = 475 Ton = 475/(14.6-1.4*2.4*0.90) = 41.0 m2 Z3: Pu = 339 Ton = 339/(14.6-1.4*2.4*0.70) = 27.7 m2

Z4: Pu = 269 Ton = 269/(16.6-1.4*2.4*0.70) = 18.9 m2

Usaremos las tablas del CRSI-93, para esfuerzo fsu = 3200 psf = 1.56 kg/cm2.con un factor de corrección = 1.56/1.46 = 1.07 Con las cuales se obtienen las siguientes zapatas:

TABLA DE ZAPATAS (PROYECTO)

(FA = 0.91 KG/CM2 A 1.60 M. PROF.) Mca Dimensiones Refzo

Z1 700 x 700 x 100 cm - 25#8 c/d

Z2 640 x 640 x 90 cm - 22#8 c/d

Z3 530 x 530 x 70 cm - 15#8 c/d

Z4 430 x 430 x 60 cm - 12#8 c/d

Esfuerzo a 3.00 m. de prof.

Analizando datos del estudio de suelos, con b 3.50 m y Df = 3.00 m, se obtiene fa = 1.46 Kg/cm2 (3000 psf) y fu = 2.33 kg/cm2 (4800 PSF)

reduciéndose las zapatas como sigue:

TABLA DE ZAPATAS (OPCIONAL)

(FA=1.46 KG/CM2 A 3.00 M PROF.) Mca Dimensiones Refzo

Z1 550 x 550 x 100 cm - 22#8 c/d

Z2 500 x 500 x 90 cm - 19#8 c/d

Z3 420 x 420 x 80 cm - 15#8 c/d

Z4 340 x 340 x 70 cm - 15#6 c/d

Presentamos al cliente una tabla en Excel del cálculo de los esfuerzos admisibles para distintas profundidades de desplante y distintos anchos de zapatas, resolviendo la fórmula dada por el laboratorio de suelos. El cliente, Axtel, acepto un esfuerzo de 1.2 kg/cm2 a 2.00 m de profundidad, dando lugar a la siguiente tabla de zapatas, que suponemos será la definitiva, y la que aparezca en el dibujo de la cimentación. El esfuerzo último correspondiente es de... +12*1.6 = 19.2 ton/m2.


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142

Cargas últimas y áreas requeridas de zapatas: Z1: Pu = 552 Ton Az = 552/(19.2-1.4*2.4*1.00) = 34.9 m2

Z2: Pu = 475 Ton = 475/(19.2-1.4*2.4*0.90) = 29.4 m2 Z3: Pu = 339 Ton = 339/(19.2-1.4*2.4*0.80) = 20.5 m2

Z4: Pu = 269 Ton = 269/(19.21.4*2.4*0.70) = 13.5 m2

TABLA DE ZAPATAS (POR CLIENTE)

(FA=1.2 KG/CM2 A 2.00 M PROF.) Mca Dimensiones Refzo

Z1 590 x 590 x 100 cm - 23#8 c/d

Z2 540 x 540 x 90 cm - 20#8 c/d

Z3 450 x 450 x 80 cm - 15#8 c/d

Z4 370 x 370 x 70 cm - 16#6 c/d

Ver detalle de zapatas y pedestales en dibujo AXG.EC.201

13. Estructuración de muros Como los muros no son cargadores se estructurarán a base de castillos y dalas estándar para muros exteriores de 20 cm. Castillos K1: 20x20 cm. – 4#4 – Estr. #2@ 20 cm. Dalas D1: 20x20 cm. – 4#4 – Estr. #2@ 20 cm.

14. Escalera principal CARGAS DE RAMPAS: Peso propio = 0.15 x 2400 = 360 kg/m2 Escalones de 18 cm. = 0.18x2400/2 = 220 Kg/m2 Piso y acabados = 120x(28+18)/28 = 200 Kg/m2 Total de carga muerta = 780 kg/m2 Carga viva escalera = 350 Kg/m2 Carga total 1130 kg/m2. Carga última: wu1 = 1.4M+1.7V = 1700 kg/m2.

CARGAS DE DESCANSOS: Peso propio = 0.15 x 2400 = 360 kg/m2 Piso y acabados = = 120 Kg/m2 Total de carga muerta = 480 kg/m2 Carga viva escalera = 350 Kg/m2 Carga total 830 kg/m2. Carga última: wu1 = 1.4M+1.7V = 1300 kg/m2.


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RAMPA INTERMEDIA:

Vu1 = 1700*2.52/2 = 2100 kg.

Mu = 2100*(3.72/2-2.52/4) = 2580 Kg-m 3000 kg-m

RAMPA SUPERIOR E INFERIOR:

Vu1 = (1700*2.52*1.26+3000*1.20*3.12)/3.72 = 4500 Kg. Vu2 = (1700*2.52*2.46+3000*1.20*0.60)/3.72 = 3400 Kg.

Vu = 1700*2.52+3000*1.20 = 7900 Kg. = 7900 Kg. Mumax. = 3400^2/(2*1700) = 3400 kg-m.

DISEÑO DE RAMPAS: Ambas resultan iguales, para M = 3400 Kg-m. Con el Programa: Mu = 3400 Kg-m, b = bw = 100 cm, rec = 3 cm. dr = 8.5 < 12+3 = 15 cm. As = 8.2 cm2 * 1.20 m = 9.8 cm2 = 9 Vars.#4 Rampa espesor 15cm.- Ref.= 9#4, Temp. - #3@ 28 cm. Las rampas se apoyan en una nervadura N4 y dos vigas V3. La escalera, además, se apoyan sobre la trabes de cimentación TC-2 y las modifica, todo ello según el cálculo siguiente. Ver plantas en hojas 5 y 8.


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144

NERVADURAS N4 El recuadro adyacente de la losa es de 3.58*5.22 m wul = 5.22^4/(5.22^4+3.58^4) *wu = 0.82 wu Entrepiso Nivel 1: (crítico) wus = 0.82*1660 = 1360 Kg/m2. wun = 1360*3.58/2 = 2430 Kg/m. Reacciones de la escalera (Vu2 de rampa): Pue = 1.20*3400 = 4100 Kg., a 0.60 m. ambos extremos Mu = 2430* 5.22^2/8+4100*0.60/2 = 9500 kg-m Vu = 2430*5.22/2+4100*4.64/5.22 = 10000 Kg. Con el programa Excel, se requiere

SECCIÓN DE 30X30 CM, 4#6 Y EST.#2@14 EN 120 CM

Entrepiso NIv.2: Factor de carga entrepiso = 1280/1660 = 0.77 Por proporciones usar:

SECCIÓN DE 30X30 CM, CON 3#6. Y EST.#3@ 25 CM

Azotea:

Factor de carga entrepiso = 1050/1660 = 0.69 Factor de carga Rampas = 0.5 (Una sola rampa) Por proporciones usar: Sección de 30x30 cm, con 3#6. y Est.#3@25 cm

VIGAS V5 Carga de losa de entrepiso

Recuadro de 3.58x5.22 m

wu1 = 1660*3.58^4/(3.58^4+5.22^4) = 300 Kg/m2

Recuadro de 7.30x7.78 m

wu2 = 1660*7.30^4/(7.30^4+7.78^4) = 725 Kg/m2

Cargas sobre viga V6

wu1 = 300*5.22/2 = 780 kg/m, x = 1.84 m

wu2 =725*7.78/2+700 pp = 3500 kg/m, x = 3.65 m Pu = 1330*5.22*3.58/4 +3500 = 9700 kg., x = 3.65 m.

Las distancias son desde el apoyo interior (eje B). Vu1 = (860*3.58*1.84+3500*7.30*3.65+9700*3.65)/7.30 =18400 Kg. Vu 2 = (860*3.58*5.46+3500*7.30*3.65+9700*3.65)/7.30 = 19900 Kg.

V = (860*3.58+3500*7.30+9700) = 38300; OK = 38300 Kg. x = Vu2/(wu1+wu2) = 19900/4360 = 4.56 m. > 3.67 Mu = 19900*3.67-4360*3.67^2/2/2 = 58300 Kg-m Con el programa: b = bw = 30 cm., rec = 5 cm., dr = 65+5 cm = 70 cm As = 29.1cm2 = 6#8 Sección 30x70 cm- 6#8 – Estr. Min. 3@ 30 cm. En azotea y Niv.2 será suficiente con la misma sección pero con solo 4#8.

TRABE DE CIMENTACIÓN TC2 A la trabe normal se agrega la reacciones de una rampa de escaleras de 4500 Kg a 4.60 m. del extremo: wu = 2.6 Ton/m de muro y peso propio. Pu = 4.50*1.20 = 5.4 Ton., a = 5.22, b = 7.78 L = 13 m.

Mu = 2.6*13.0^2/10 + 5.4*5.22/4 = 51.0 Ton-m Vu = 2.6*13.0+5.5*7.78/13.0+51.0/13 = 41.0 Ton.


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145

Con estos momentos y cortantes la sección se modifica como sigue (ver capítulo 10, hoja 19, Trabes de cimentación); Mu = .75*51.0+123 = 161 Ton-m Vu = .75*41+39 = 70 Ton. Con el programa de Excel b = bw = 40 cm; r = 7 cm. dr = 93+7 = 100 cm. As = 56 cm2 = 11#8 Vuc = 70 – 2.6*1.28 = 67 Ton Av = 9.75 cm2/m = Estr.#3@15 cm. O sea que se agregan 3#8 en lecho superior, apoyo central y se aumentan

los estribos pero, optativamente, se puede agregar una zapata y pedestal

mínimos en el extremo del recuadro de la escalera

Zapata 100x100x30 cm.- 5#4 c/d

Pedestal 30x30-4#5-Estr.#3@25 cm.

15.Escalera de emergencia La escalera se detalla en el plano AXG.EC.208. Es una torre de tres pisos, de 4.20 x 6.50 m. Por arquitectura se hará la escalera metálica, con losa de azotea, columnas y cimentaciones de concreto reforzado:

Losa de azotea: wu = 1.4*(.13*2400+120) + 1.7*100 = 775 kg/m2 wus = 775*6.30^4/(4.00^4+6.30^4) = 670 kg/m2 wul = 775*4.00^4/(4.00^4+6.30^4) = 105 kg/m2 Mus = 670*4.00^2/8 = 1340 kg-m/m Mus = 105*6.30^2/8 = 520 kg-m/m Con el programa Excel: dr = 5.0 cm < 10+3 = 13 cm. Ass = 3.7 cm2/m = Var.#20 cm. Asl = 1.8 cm2 < Ast Ast = .0018*13*100 = 2.34 cm2/m = Var.#30 cm. Vigas V1: wu = 670*4.00/2+1.4*0.30*0.40*2400 = 1740 kg/m Mu = 1740*6.30^2/8 = 8600 kg-m Vu = 1740*6.30/2 = 5480 kg. Con el programa Excel: b = bw = 20 cm, rec=5 cm; dr = 30 < 35+5 = 40 cm. As = 7.5 cm2 = 3#6, Estr. #2@18 cm. Vigas V2: Pu = Vu = 5480 kg. wu = 105*6.30/2 + 1.4*192 = 600 kg/m. Alero L= 1.00 m. Mu = 5840*1.00+600*1.00^2/2 = 6100 kg-m Con el programa Excel, se necesita: Viga de 20x40 cm, 2#5 LS; Estr.#2@18 cm Escalones Los escalones se harán con perfiles 12th12 horizontales, para proporcionar una huella de 30.5 cm, revestidos con placa antiderrapante de 5 mm. (3/16”) Alfarda: w = (350+50)*1.40/2+30 = 310 kg/m.


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146

L = 6.30 m. M = 310*6.30^2/8 = 1540 kg-m V = 310*6.30/2 = 980 kg. con canal tipo Tens.Hyl de Hylsa o similar Sx = 1540/21 = 73.3 cm3 Por libraje de escalones, ver detalle en plano, pediremos largueros 10TH10 Vigas V3 P = 2V = 2*980 = 1960 kg. Pu = 1.6*1960 = 3200 kg. Mu = 3200*4.20/4 = 3400 kg-m Vu = 3200 Kg. Sección 20x30 cm.- 2#6 LI +2#4 LS-Estr.#2@14 cm.

16.Planos estructurales: Dibujados en Autocad, para imprimirse en tamaño de 61x91 cm. enseguida se presentan copias tamaño doble carta de los siguientes planos:

AX.EG.201 Dimensiones Grales., Notas y Especificaciones, AX.EC.201 Cimentación, AX.EC.202 Firmes, columnas y dets. AX.EC.203 Losas y vigas nivel 1 AX.EC.204 Losas y vigas nivel 2 AX.EC.205 Losas y vigas azotea, AX.EC.206 Escaleras principales

AX.EC.207 Estructuración muros

AX.EC.208 Escalera de emergencia. Los planos son de los denominados “de diseño”. Los dibujos de taller o de campo que resultaran necesarios serán producidos por el contratista de la Obra.

Monterrey, N.L., Junio 15 de 2000


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147

APÉNDICE 1

ANÁLISIS DE MARCOS

Enseguida se presentan las de salidas computadora del Programa STAADIII, Versión 21.1 para los marcos tipo M1, M2, M3, y

M4. Estas se han editado para simplificar el formato.

Los marcos M1 y M2 tienen la misma geometría, por lo cual se omiten en M2 los elementos iniciales, coordenadas, incidencias, etc, que son comunes. Lo mismo sucede con los marcos M3 y M4. Los elementos de la codificación se obtienen del capítulo 6.Análisis de marcos.

Se omite la presentación de la carga 2, Sismo, porque no puede actuar sola.

MARCO M1

1. STAAD PLANE GMA. AXTEL SWITCH II GUAD. MARCO M1.

2. INPUT WIDTH 72 3. UNIT METER MTON 4. JOINT COORDINATES

5. 1 0.000 15.050 0.000

6. 2 13.000 15.050 0.000

7. 3 26.000 15.050 0.000

8. 4 0.000 10.500 0.000

9. 5 13.000 10.500 0.000

10. 6 26.000 10.500 0.000

11. 7 0.000 5.250 0.000

12. 8 13.000 5.250 0.000

13. 9 26.000 5.250 0.000

14. 10 0.000 0.000 0.000

15. 11 13.000 0.000 0.000

16. 12 26.000 0.000 0.000

17. MEMBER INCIDENCES 18. 1 1 2

19. 2 2 3

20. 3 4 5

21. 4 5 6

22. 5 7 8

23. 6 8 9

24. 7 10 11

25. 8 11 12

26. 9 1 4

27. 10 2 5

28. 11 3 6

29. 12 4 7

30. 13 5 8

31. 14 6 9

32. 15 7 10

33. 16 8 11

34. 17 9 12

35. MEMBER PROPERTY 36. 1 2 3 4 5 6 7 8 PRI YD 1.0 ZD 0.5 37. 9 11 12 14 15 17 PRI YD 0.7 ZD 0.7 38. 10 13 16 PRI YD 0.8 ZD 0.8 39. CONSTANT 40. E CONCRETE ALL 41. DENSITY CONCRETE ALL 42. SUPPORT 43. 10 TO 12 PINNED


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148

44. LOAD 1 (1.4DL+1.7LL) 45. JOINT LOAD

46. 1 3 FY -17.9 47. 2 FY -19.8 48. 4 6 FY -26.7 49. 5 FY -21.9 50. 7 9 FY -30.7 51. 8 FY -25.5

52. 10 12 FY -22.8 53. 11 FY -9.8 54. MEMBER LOAD

55. 1 2 UNI GY -6.90 56. 3 4 UNI GY -8.41 57. 5 6 UNI GY -10.9 58. 7 8 UNI GY -0

59. SELFWEIGHT Y -1.4 60. LOAD 2 (1.7*1.1E) 61. JOINT LOAD 62. 1 3 FX 72 63. 4 6 FX 58 64. 7 9 FX 37 65. LOAD COMB 3 (0.94L1+ L2)*0.75 * = 0.71L1+0.75L2 66. 1 0.71 2 0.75 67. LOAD COMB 4 (0.94L1- L2)*0.75 * = 0.71L1- 0.75L2 68. 1 0.71 2 -0.75 69. PERFORM ANALYSIS 70. LOAD LIST 1 3 4 71. SECTION 0.5 MEMB 1 TO 8 72. PRINT MEMBER FORCES LIST 1 3 5 7 9 12 15 10 13 16

MEMBER END FORCES STRUCTURE TYPE = PLANE MEMBER LOAD JT AXIAL SHEAR-Y SHEAR-Z TORSION MOM-Y MOM-Z 1 1 1 30.11 50.77 0.00 0.00 0.00 76.15

2 -30.11 60.79 0.00 0.00 0.00 -141.26

3 1 48.62 23.31 0.00 0.00 0.00 -30.24

2 -48.62 55.90 0.00 0.00 0.00 -181.64

4 1 -5.87 48.79 0.00 0.00 0.00 138.37

2 5.87 30.42 0.00 0.00 0.00 -18.95

3 1 4 -5.27 63.05 0.00 0.00 0.00 119.02

5 5.27 68.14 0.00 0.00 0.00 -152.10

3 4 16.69 16.66 0.00 0.00 0.00 -100.22

5 -16.69 76.49 0.00 0.00 0.00 -288.65

4 4 -24.18 72.87 0.00 0.00 0.00 269.23

5 24.18 20.27 0.00 0.00 0.00 72.68

5 1 7 -8.93 76.37 0.00 0.00 0.00 129.57

8 8.93 87.19 0.00 0.00 0.00 -199.87

3 7 7.40 13.89 0.00 0.00 0.00 -173.44

8 -7.40 102.24 0.00 0.00 0.00 -400.81

4 7 -20.08 94.56 0.00 0.00 0.00 357.43

8 20.08 21.57 0.00 0.00 0.00 116.99

7 1 10 0.00 11.22 0.00 0.00 0.00 26.19

11 0.00 10.64 0.00 0.00 0.00 -22.45

3 10 0.00 -19.71 0.00 0.00 0.00 -165.27

11 0.00 35.23 0.00 0.00 0.00 -191.83

4 10 0.00 35.64 0.00 0.00 0.00 202.46

11 0.00 -20.12 0.00 0.00 0.00 159.96


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149

9 1 1 68.67 -30.11 0.00 0.00 0.00 -76.15

4 -76.17 30.11 0.00 0.00 0.00 -60.83

3 1 36.02 5.38 0.00 0.00 0.00 30.24

4 -41.68 -5.38 0.00 0.00 0.00 -5.78

4 1 61.50 -48.13 0.00 0.00 0.00 -138.37

4 -66.82 48.13 0.00 0.00 0.00 -80.61

12 1 4 165.92 -24.84 0.00 0.00 0.00 -58.18

7 -174.58 24.84 0.00 0.00 0.00 -72.22

3 4 76.96 32.18 0.00 0.00 0.00 106.00

7 -83.10 -32.18 0.00 0.00 0.00 62.95

4 4 158.66 -67.45 0.00 0.00 0.00 -188.62

7 -164.80 67.45 0.00 0.00 0.00 -165.50

15 1 7 281.65 -15.91 0.00 0.00 0.00 -57.35

10 -290.30 15.91 0.00 0.00 0.00 -26.19

3 7 118.79 52.53 0.00 0.00 0.00 110.49

10 -124.93 -52.53 0.00 0.00 0.00 165.27

4 7 281.16 -75.12 0.00 0.00 0.00 -191.93

10 -287.30 75.12 0.00 0.00 0.00 -202.46

10 1 2 141.38 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

5 -151.18 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

3 2 100.38 54.50 0.00 0.00 0.00 162.69

5 -107.33 -54.50 0.00 0.00 0.00 85.27

4 2 100.38 -54.50 0.00 0.00 0.00 -162.69

5 -107.33 54.50 0.00 0.00 0.00 -85.27

13 1 5 309.36 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

8 -320.66 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

3 5 219.64 95.37 0.00 0.00 0.00 276.05

8 -227.67 -95.37 0.00 0.00 0.00 224.63

4 5 219.64 -95.37 0.00 0.00 0.00 -276.05

8 -227.67 95.37 0.00 0.00 0.00 -224.63

MEMBER LOAD JT AXIAL SHEAR-Y SHEAR-Z TORSION MOM-Y MOM-Z 16 1 8 520.54 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

11 -531.84 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

3 8 369.58 122.85 0.00 0.00 0.00 293.17

11 -377.61 -122.85 0.00 0.00 0.00 351.79

4 8 369.58 -122.85 0.00 0.00 0.00 -293.17

11 -377.61 122.85 0.00 0.00 0.00 -351.79

73. PRINT MEMBER SECTION FORCES LIST 1 3 5 7

MEMBER FORCES AT INTERMEDIATE SECTIONS MEMB LOAD SEC SHEAR-Y SHEAR-Z MOM-Y MOM-Z 1 1 0.50 -5.01 0.00 0.00 -72.58

3 0.50 -16.30 0.00 0.00 -53.02

4 0.50 9.19 0.00 0.00 -50.05

3 1 0.50 -2.54 0.00 0.00 -77.63

3 0.50 -29.91 0.00 0.00 -57.15

4 0.50 26.30 0.00 0.00 -53.09

5 1 0.50 -5.41 0.00 0.00 -101.07

3 0.50 -44.17 0.00 0.00 -75.03

4 0.50 36.49 0.00 0.00 -68.49

7 1 0.50 0.29 0.00 0.00 -11.21

3 0.50 -27.47 0.00 0.00 -11.95

4 0.50 27.88 0.00 0.00 -3.98

4. PRINT SUPPORT REACTIONS


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150

SUPPORT REACTIONS JOINT LOAD FORCE-X FORCE-Y FORCE-Z MOM-X MOM-Y MOM Z 10 1 15.91 324.32 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -52.53 121.41 0.00 0.00 0.00 0.00

4 75.12 339.13 0.00 0.00 0.00 0.00

11 1 0.00 562.93 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -122.85 399.68 0.00 0.00 0.00 0.00

4 122.85 399.68 0.00 0.00 0.00 0.00

12 1 -15.91 324.32 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -75.12 339.13 0.00 0.00 0.00 0.00

4 52.53 121.41 0.00 0.00 0.00 0.00

75. PLOT BENDING FILE 76. FINISH

MARCO M2

1. STAAD PLANE GMA. AXTEL SWITCH II GUAD. MARCO M2. 35. MEMBER PROPERTY 36. 1 2 3 4 5 6 7 8 PRI YD 1.0 ZD 0.5 37. 9 11 12 14 15 17 PRI YD 0.7 ZD 0.7 38. 10 13 16 PRI YD 0.7 ZD 0.7 44. LOAD 1 (1.4DL+1.7LL) 45. JOINT LOAD

46. 1 3 FY -9.0 47. 2 FY -9.9 48. 4 6 FY -13.4 49. 5 FY -11.0 50. 7 9 FY -15.4 51. 8 FY -12.7

52. 10 12 FY -11.4 53. 11 FY -4.9 54. MEMBER LOAD

55. 1 2 UNI GY -3.87 56. 3 4 UNI GY -5.70 57. 5 6 UNI GY -7.24 58. 7 8 UNI GY -1.78

59. SELFWEIGHT Y -1.4 60. LOAD 2 (1.7*1.1E) 61. JOINT LOAD 62. 1 3 FX 36 63. 4 6 FX 29 64. 7 9 FX 18.5 65. LOAD COMB 3 (0.94L1+ L2)*0.75 * = 0.71L1+0.75L2 66. 1 0.71 2 0.75 67. LOAD COMB 4 (0.94L1-L2)*0.75 * = 0.71L1- 0.75L2 68. 1 0.71 2 -0.75 69. PERFORM ANALYSIS


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151

MEMBER END FORCES


2 -21.10 38.96 0.00 0.00 0.00 -89.00

3 1 28.72 17.42 0.00 0.00 0.00 -6.71

2 -28.72 33.82 0.00 0.00 0.00 -99.86

4 1 1.24 29.74 0.00 0.00 0.00 80.02

2 -1.24 21.51 0.00 0.00 0.00 -26.52

3 1 4 -3.46 46.21 0.00 0.00 0.00 87.23

5 3.46 49.75 0.00 0.00 0.00 -110.21

3 4 5.87 18.66 0.00 0.00 0.00 -35.14

5 -5.87 49.47 0.00 0.00 0.00 -165.15

4 4 -10.78 46.96 0.00 0.00 0.00 159.01

5 10.78 21.17 0.00 0.00 0.00 8.66

5 1 7 -2.24 54.66 0.00 0.00 0.00 95.79

8 2.24 61.33 0.00 0.00 0.00 -139.17

3 7 4.81 18.35 0.00 0.00 0.00 -73.25

8 -4.81 64.00 0.00 0.00 0.00 -223.52

4 7 -7.99 59.27 0.00 0.00 0.00 209.28

8 7.99 23.08 0.00 0.00 0.00 25.91

7 1 10 0.00 20.91 0.00 0.00 0.00 34.88

11 0.00 24.10 0.00 0.00 0.00 -55.63

3 10 0.00 1.18 0.00 0.00 0.00 -73.30

11 0.00 30.77 0.00 0.00 0.00 -119.01

4 10 0.00 28.50 0.00 0.00 0.00 122.83

11 0.00 3.45 0.00 0.00 0.00 40.02

9 1 1 42.21 -21.10 0.00 0.00 0.00 -51.63

4 -49.71 21.10 0.00 0.00 0.00 -44.39

3 1 23.81 -1.72 0.00 0.00 0.00 6.71

4 -29.14 1.72 0.00 0.00 0.00 -14.55

4 1 36.13 -28.24 0.00 0.00 0.00 -80.02

4 -41.45 28.24 0.00 0.00 0.00 -48.49

12 1 4 109.33 -17.65 0.00 0.00 0.00 -42.84

7 -117.98 17.65 0.00 0.00 0.00 -49.80

3 4 57.31 14.15 0.00 0.00 0.00 49.69

7 -63.46 -14.15 0.00 0.00 0.00 24.63

4 4 97.93 -39.21 0.00 0.00 0.00 -110.52

7 -104.07 39.21 0.00 0.00 0.00 -95.35

15 1 7 188.03 -15.40 0.00 0.00 0.00 -45.99

10 -196.69 15.40 0.00 0.00 0.00 -34.88

3 7 92.74 23.22 0.00 0.00 0.00 48.62

10 -98.88 -23.22 0.00 0.00 0.00 73.30

4 7 174.27 -45.10 0.00 0.00 0.00 -113.93

10 -180.42 45.10 0.00 0.00 0.00 -122.83

10 1 2 87.82 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

5 -95.32 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 2 62.35 -27.48 0.00 0.00 0.00 -73.33

5 -67.68 27.48 0.00 0.00 0.00 -51.70

13 1 5 205.82 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

8 -214.47 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 5 146.13 -44.13 0.00 0.00 0.00 -122.11

8 -152.28 44.13 0.00 0.00 0.00 -109.59

16 1 8 349.83 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00 11 -358.48 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 8 248.38 -56.93 0.00 0.00 0.00 -139.85

11 -254.52 56.93 0.00 0.00 0.00 -159.02



|

152

MEMBER FORCES AT INTERMEDIATE SECTIONS

MEMB LOAD SEC SHEAR-Y SHEAR-Z MOM-Y MOM-Z 1 1 0.50 -2.87 0.00 0.00 -46.97

3 0.50 -8.20 0.00 0.00 -36.70

4 0.50 4.11 0.00 0.00 -30.00

3 1 0.50 -1.77 0.00 0.00 -57.22

3 0.50 -15.41 0.00 0.00 -45.71

4 0.50 12.90 0.00 0.00 -35.54

5 1 0.50 -3.34 0.00 0.00 -70.99

3 0.50 -22.83 0.00 0.00 -58.68

4 0.50 18.09 0.00 0.00 -42.13

7 1 0.50 -1.60 0.00 0.00 -27.88

3 0.50 -14.79 0.00 0.00 -29.07

4 0.50 12.53 0.00 0.00 -10.51 74. PRINT SUPPORT REACTIONS

SUPPORT REACTIONS

JOINT LOAD FORCE-X FORCE-Y FORCE-Z MOM-X MOM-Y MOM Z 10 1 15.40 228.99 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -23.22 108.16 0.00 0.00 0.00 0.00

4 45.10 217.01 0.00 0.00 0.00 0.00

11 1 0.00 411.58 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -56.93 292.22 0.00 0.00 0.00 0.00

4 56.93 292.22 0.00 0.00 0.00 0.00

12 1 -15.40 228.99 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -45.10 217.01 0.00 0.00 0.00 0.00

4 23.22 108.16 0.00 0.00 0.00 0.00


MARCO M3

1. STAAD PLANE GMA. AXTEL SWITCH II GUAD. MARCO M3.

2. INPUT WIDTH 72 3. UNIT METER MTON 4. JOINT COORDINATES

5. 1 0.000 15.050 0.000

6. 2 7.300 15.050 0.000

7. 3 14.600 15.050 0.000

8. 4 0.000 10.500 0.000

9. 5 7.300 10.500 0.000

10. 6 14.600 10.500 0.000

11. 7 0.000 5.250 0.000

12. 8 7.300 5.250 0.000

13. 9 14.600 5.250 0.000

14. 10 0.000 0.000 0.000

15. 11 7.300 0.000 0.000

16. 12 14.600 0.000 0.000


|

153

17. MEMBER INCIDENCES 18. 1 1 2

19. 2 2 3

20. 3 4 5

21. 4 5 6

22. 5 7 8

23. 6 8 9

24. 7 10 11

25. 8 11 12

26. 9 1 4

27. 10 2 5

28. 11 3 6

29. 12 4 7

30. 13 5 8

31. 14 6 9

32. 15 7 10

33. 16 8 11

34. 17 9 12

35. MEMBER PROPERTY 36. 1 2 3 4 5 6 7 8 PRI YD 1.0 ZD 0.5 37. 9 11 12 14 15 17 PRI YD 0.7 ZD 0.7 38. 10 13 16 PRI YD 0.8 ZD 0.8 39. CONSTANT 40. E CONCRETE ALL 41. DENSITY CONCRETE ALL 42. SUPPORT 43. 10 TO 12 PINNED 44. LOAD 1 (1.4DL+1.7LL) 45. JOINT LOAD

46. 1 3 FY -72.2 47. 2 FY -112 48. 4 6 FY -95.9 49. 5 FY -131 50. 7 9 FY -116 51. 8 FY -164

52. 10 12 FY -45 53. 11 FY -21.8 54. MEMBER LOAD

55. 1 2 UNI GY -1.37 56. 3 4 UNI GY -1.66 57. 5 6 UNI GY -2.16 58. 7 8 UNI GY -0

59. SELFWEIGHT Y -1.4 60. LOAD 2 (1.7*1.1E) 61. JOINT LOAD 62. 1 3 FX 72 63. 4 6 FX 58 64. 7 9 FX 37 65. LOAD COMB 3 (0.94L1+L2)*0.75 66. 1 0.71 2 0.75 67. LOAD COMB 4 (0.94L1-L2)*0.75 68. 1 0.71 2 -0.75 69. PERFORM ANALYSIS 70. LOAD LIST 1 3 4 71. SECTION 0.5 MEMB 1 TO 8

72. PRINT MEMBER FORCES LIST 1 3 5 7 9 12 15 10 13 16 MEMBER END FORCES


|

154


2 -3.57 11.74 0.00 0.00 0.00 -13.29

3 1 29.41 -13.05 0.00 0.00 0.00 -70.47

2 -29.41 28.86 0.00 0.00 0.00 -82.49

4 1 -24.34 28.01 0.00 0.00 0.00 83.14

2 24.34 -12.20 0.00 0.00 0.00 63.63

3 1 4 -1.17 12.18 0.00 0.00 0.00 13.36

5 1.17 12.22 0.00 0.00 0.00 -13.50

3 4 19.82 -42.01 0.00 0.00 0.00 -178.74

5 -19.82 59.33 0.00 0.00 0.00 -191.18

4 4 -21.48 59.31 0.00 0.00 0.00 197.71

5 21.48 -41.99 0.00 0.00 0.00 172.01

5 1 7 -0.46 13.25 0.00 0.00 0.00 12.39

8 0.46 14.80 0.00 0.00 0.00 -18.06

3 7 13.03 -65.18 0.00 0.00 0.00 -268.93

8 -13.03 85.09 0.00 0.00 0.00 -279.55

4 7 -13.69 83.99 0.00 0.00 0.00 286.53

8 13.69 -64.08 0.00 0.00 0.00 253.90

7 1 10 0.00 5.51 0.00 0.00 0.00 4.40

11 0.00 6.76 0.00 0.00 0.00 -8.96

3 10 0.00 -44.17 0.00 0.00 0.00 -177.83

11 0.00 52.88 0.00 0.00 0.00 -176.40

4 10 0.00 52.00 0.00 0.00 0.00 184.08

11 0.00 -43.28 0.00 0.00 0.00 163.67

9 1 1 82.74 -3.57 0.00 0.00 0.00 -8.93

4 -90.24 3.57 0.00 0.00 0.00 -7.33

3 1 38.22 24.59 0.00 0.00 0.00 70.47

4 -43.54 -24.59 0.00 0.00 0.00 41.42

4 1 79.28 -29.66 0.00 0.00 0.00 -83.14

4 -84.60 29.66 0.00 0.00 0.00 -51.83

12 1 4 198.32 -2.41 0.00 0.00 0.00 -6.03

7 -206.97 2.41 0.00 0.00 0.00 -6.60

3 4 69.62 48.27 0.00 0.00 0.00 137.32

7 -75.76 -48.27 0.00 0.00 0.00 116.09

4 4 212.00 -51.68 0.00 0.00 0.00 -145.88

7 -218.14 51.68 0.00 0.00 0.00 -125.46

15 1 7 336.22 -1.94 0.00 0.00 0.00 -5.80

10 -344.87 1.94 0.00 0.00 0.00 -4.40

3 7 92.94 62.99 0.00 0.00 0.00 152.84

10 -99.09 -62.99 0.00 0.00 0.00 177.83

4 7 384.49 -65.74 0.00 0.00 0.00 -161.07

10 -390.63 65.74 0.00 0.00 0.00 -184.08

10 1 2 135.47 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

5 -145.27 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 2 96.19 -53.74 0.00 0.00 0.00 -146.12

5 -103.14 53.74 0.00 0.00 0.00 -98.42

13 1 5 300.70 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

8 -312.00 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 5 213.50 -95.05 0.00 0.00 0.00 -264.78

8 -221.52 95.05 0.00 0.00 0.00 -234.23

16 1 8 505.60 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

11 -516.90 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 8 358.98 -121.77 0.00 0.00 0.00 -299.23

11 -367.00 121.77 0.00 0.00 0.00 -340.07

73. PRINT MEMBER SECTION FORCES LIST 1 3 5


|

155


MEMB LOAD SEC SHEAR-Y SHEAR-Z MOM-Y MOM-Z 1 1 0.50 -0.60 0.00 0.00 -9.22

3 0.50 -20.95 0.00 0.00 -8.42

4 0.50 20.11 0.00 0.00 -4.67

3 1 0.50 -0.02 0.00 0.00 -8.83

3 0.50 -50.67 0.00 0.00 -9.58

4 0.50 50.65 0.00 0.00 -2.96

5 1 0.50 -0.78 0.00 0.00 -10.36

3 0.50 -75.13 0.00 0.00 -12.86

4 0.50 74.03 0.00 0.00 -1.86

7 1 0.50 -0.62 0.00 0.00 -4.52

3 0.50 -48.52 0.00 0.00 -8.67

4 0.50 47.64 0.00 0.00 2.25 74. PRINT SUPPORT REACTIONS

SUPPORT REACTIONS -UNIT MTON METE STRUCTURE TYPE = PLANE JOINT LOAD FORCE-X FORCE-Y FORCE-Z MOM-X MOM-Y MOM Z 10 1 1.94 395.39 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -62.99 86.87 0.00 0.00 0.00 0.00

4 65.74 474.58 0.00 0.00 0.00 0.00

11 1 0.00 552.23 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -121.77 392.08 0.00 0.00 0.00 0.00

4 121.77 392.08 0.00 0.00 0.00 0.00

12 1 -1.94 395.39 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -65.74 474.58 0.00 0.00 0.00 0.00

4 62.99 86.87 0.00 0.00 0.00 0.00


RCO M4

1. STAAD PLANE GMA. AXTEL SWITCH II GUAD. MARCO M4. 35. MEMBER PROPERTY 36. 1 2 3 4 5 6 7 8 PRI YD 1.0 ZD 0.5 37. 9 11 12 14 15 17 PRI YD 0.7 ZD 0.7 38. 10 13 16 PRI YD 0.7 ZD 0.7 39. CONSTANT 40. E CONCRETE ALL 41. DENSITY CONCRETE ALL 44. LOAD 1 (1.4DL+1.7LL) 45. JOINT LOAD 46. 1 3 FY -36.1 47. 2 FY -56 48. 4 6 FY -48 49. 5 FY -66 50. 7 9 FY -58 51. 8 FY -82 52. 10 12 FY -22.5 53. 11 FY -10.9 54. MEMBER LOAD 55. 1 2 UNI GY -1.11 56. 3 4 UNI GY -2.32 57. 5 6 UNI GY -2.87 58. 7 8 UNI GY -1.79 59. SELFWEIGHT Y -1.4 60. LOAD 2 (1.7*1.1E)


|

156

61. JOINT LOAD 62. 1 3 FX 36 63. 4 6 FX 29 64. 7 9 FX 18.5 65. LOAD COMB 3 (0.94L1+ L2)*0.75 * = 0.71L1+0.75L2 66. 1 0.71 2 0.75 67. LOAD COMB 4 (0.94L1-L2)*0.75 * = 0.71L1- 0.75L2 68. 1 0.71 2 -0.75 69. PERFORM ANALYSIS

MEMBER END FORCES STRUCTURE TYPE = PLANE MEMBER LOAD JT AXIAL SHEAR-Y SHEAR-Z TORSION MOM-Y MOM-Z 1 1 1 4.45 10.48 0.00 0.00 0.00 10.70

2 -4.45 9.90 0.00 0.00 0.00 -8.55

3 1 16.12 -2.60 0.00 0.00 0.00 -33.30

2 -16.12 17.07 0.00 0.00 0.00 -38.51

4 1 -9.80 17.49 0.00 0.00 0.00 48.49

2 9.80 -3.02 0.00 0.00 0.00 26.36

3 1 4 -1.30 15.15 0.00 0.00 0.00 17.72

5 1.30 14.06 0.00 0.00 0.00 -13.76

3 4 7.69 -14.69 0.00 0.00 0.00 -88.48

5 -7.69 35.43 0.00 0.00 0.00 -94.49

4 4 -9.54 36.20 0.00 0.00 0.00 113.64

5 9.54 -15.46 0.00 0.00 0.00 74.95

5 1 7 -0.09 16.22 0.00 0.00 0.00 16.58

8 0.09 17.01 0.00 0.00 0.00 -19.44

3 7 5.60 -26.09 0.00 0.00 0.00 -139.11

8 -5.60 49.68 0.00 0.00 0.00 -137.47

4 7 -5.73 49.13 0.00 0.00 0.00 162.65

8 5.73 -25.54 0.00 0.00 0.00 109.87

7 1 10 0.00 11.13 0.00 0.00 0.00 7.85

11 0.00 14.21 0.00 0.00 0.00 -19.09

3 10 0.00 -15.92 0.00 0.00 0.00 -93.88

11 0.00 33.91 0.00 0.00 0.00 -88.00

4 10 0.00 31.73 0.00 0.00 0.00 105.04

11 0.00 -13.73 0.00 0.00 0.00 60.89

9 1 1 46.58 -4.45 0.00 0.00 0.00 -10.70

4 -54.08 4.45 0.00 0.00 0.00 -9.56

3 1 23.03 10.88 0.00 0.00 0.00 33.30

4 -28.35 -10.88 0.00 0.00 0.00 16.20

4 1 43.12 -17.20 0.00 0.00 0.00 -48.49

4 -48.45 17.20 0.00 0.00 0.00 -29.78

12 1 4 117.23 -3.15 0.00 0.00 0.00 -8.15

7 -125.89 3.15 0.00 0.00 0.00 -8.38

3 4 47.74 24.94 0.00 0.00 0.00 72.28

7 -53.88 -24.94 0.00 0.00 0.00 58.64

4 4 118.73 -29.41 0.00 0.00 0.00 -83.86

7 -124.87 29.41 0.00 0.00 0.00 -70.54

15 1 7 200.11 -3.06 0.00 0.00 0.00 -8.20

10 -208.76 3.06 0.00 0.00 0.00 -7.85

3 7 68.97 33.21 0.00 0.00 0.00 80.47

10 -75.12 -33.21 0.00 0.00 0.00 93.88

4 7 215.18 -37.55 0.00 0.00 0.00 -92.11

10 -221.33 37.55 0.00 0.00 0.00 -105.04

10 1 2 75.79 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

5 -83.29 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 2 53.81 -25.92 0.00 0.00 0.00 -64.88


|

157

5 -59.14 25.92 0.00 0.00 0.00 -53.05

13 1 5 177.42 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

8 -186.07 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 5 125.97 -43.15 0.00 0.00 0.00 -116.39

8 -132.11 43.15 0.00 0.00 0.00 -110.16

16 1 8 302.08 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

11 -310.74 0.00 0.00 0.00 0.00 0.00

4 8 214.48 -54.49 0.00 0.00 0.00 -137.18

11 -220.62 54.49 0.00 0.00 0.00 -148.89



MEMB LOAD SEC SHEAR-Y SHEAR-Z MOM-Y MOM-Z 1 1 0.50 0.29 0.00 0.00 -8.97

3 0.50 -9.84 0.00 0.00 -10.60

4 0.50 10.25 0.00 0.00 -2.14

3 1 0.50 0.54 0.00 0.00 -10.92

3 0.50 -25.06 0.00 0.00 -15.92

4 0.50 25.83 0.00 0.00 0.42

5 1 0.50 -0.39 0.00 0.00 -12.31

3 0.50 -37.89 0.00 0.00 -22.34

4 0.50 37.33 0.00 0.00 4.86

7 1 0.50 -1.54 0.00 0.00 -9.65

3 0.50 -24.92 0.00 0.00 -19.36

4 0.50 22.73 0.00 0.00 5.65

74. PRINT SUPPORT REACTIONS SUPPORT REACTIONS -UNIT MTON METE STRUCTURE TYPE = PLANE JOINT LOAD FORCE-X FORCE-Y FORCE-Z MOM-X MOM-Y MOM Z 10 1 3.06 242.39 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -33.21 75.17 0.00 0.00 0.00 0.00

4 37.55 269.03 0.00 0.00 0.00 0.00

11 1 0.00 350.06 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -54.49 248.54 0.00 0.00 0.00 0.00

4 54.49 248.54 0.00 0.00 0.00 0.00

12 1 -3.06 242.39 0.00 0.00 0.00 0.00

3 -37.55 269.03 0.00 0.00 0.00 0.00

4 33.21 75.17 0.00 0.00 0.00 0.00



|

158

Dato Valor Unidad

f'c 250 Kg/cm2

fy 4200 Kg/cm3

h 60 cm

b 60 cm

r 7 cm

d 53 cm

d1 46 cm

Pu 180 Ton

Mu 122 Ton-m

a 14.1 cm

c 45.9 cm

K 0.50 Ton/Ton

Tu 175 Ton

As 46.4 cm2

DATOS Nerv. Viga Unidades

FC 250 250 Kg/cm2

FY 4200 4200 Kg/cm2

SISMO S S si o no

MU 3060 9400 Kg-m

B 79.5 40 cm

BW 16 40 cm

R 3 3 cm

DR 8.10 20.1 cm

H 30 30 cm

D 27 27 cm

AS 3.04 10.2 cm2

AT 1.43 3.56 cm2

AZ 1.43 3.56 cm2

AT' 0.78 1.94 cm2

AS 3.04 11.0 cm2

VU 4320 7500 Kg

VR 3862 7983 Kg

ESTR. SI NO NEC. si o no nec.

VA -224 -1892 Kg

SECCION OK OK aceptable o no

AM 1.33 3.33 cm2/m

AV1 -0.20 -1.67 cm2/m

AV 1.33 3.33 cm2/m

APÉNDICE 2

Programa Excel : Cálculo de nervaduras y vigas.

Diseño por Resistencia última.

En el archivo de Word de esta memoria de cálculos, el programa se activa mediante un doble clic. Los datos simplemente se

editan para cada caso en particular.

APÉNDICE 3

CALCULO DE REFUERZOS EN COLUMNAS

DISEÑO POR ULTIMA RESISTENCIA

|

159




TEL/FAX: 3 10 81 51



RFC: GMA-800318UQ9

KRONE


INSTITUTO SAN ROBERTO, VALLE ALTO, GARZA GARCÍA, N.L.

DISEÑO ESTRUCTURAL.

MEMORIAS DE CÁLCULOS

MONTERREY, N.L. ABRIL-SEPTIEMBRE, 1997.

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. INSTITUTO SAN ROBERTO

160

A MANERA DE PROLOGO

EN EL COLEGIO SAN ROBERTO PROGRAMÓ LA CONSTRUCCIÓN POR ETAPAS:

LA PRELIMINAR FUE INMEDIATA Y CONSISTIÓ EN EL TRABAJO DE TERCERÍAS, PLATAFORMAS Y MUROS DE

CONTENCIÓN GENERALES. ESTOS ÚLTIMOS, POR URGENCIA, SE ESPECIFICARON DE ACUERDO A LAS TABLAS

DEL MANUAL CRSI Y SUS DIBUJOS FUERON ELABORADOS POR LA PROPIA CONSTRUCTORA.

LA PRIMERA ETAPA SE REFIRIÓ A LA CONSTRUCCIÓN DEL SÓTANO Y UNA PARTE DE LA PLANTA BAJA, PARA DAR

ACOMODO A AULAS DE EDUCACIÓN PREESCOLAR. FUE ORDENADA COMO URGENTE, DADO QUE LAS

MENCIONADAS AULAS, CON SU ADMINISTRACIÓN, DEBERÍAN ESTAR LISTAS AL INICIO DEL CICLO ESCOLAR DE SEPTIEMBRE DEL 97. PARA REALIZAR ESTA PRIMERA ETAPA TUVIERON QUE SER DISEÑADAS Y CONSTRUIDAS

CON CELERIDAD LAS CIMENTACIONES, FIRMES, MUROS DE CONTENCIÓN DEL SÓTANO, ESCALERA PRINCIPAL Y

COLUMNAS ENTRE SÓTANO Y PLANTA BAJA. LAS MEMORIA Y PLANOS ESTRUCTURALES CORRESPONDIENTE SE

REVISARON CON ESMERO, A FIN DE EVITAR ERRORES.

LAS ETAPAS POSTERIORES CONSISTIRÁN EN LA CONSTRUCCIÓN DE PISOS SUPERIORES DEL EDIFICIO PRINCIPAL

Y LOS EDIFICIOS COMPLEMENTARIOS DE ADMINISTRACIÓN Y SERVICIOS, QUE YA NO SON URGENTES, PUES

ESTÁN SUPEDITADOS A FUTUROS CICLOS ESCOLARES ANUALES Y A LAS NECESIDADES ADMINISTRATIVAS

GENERALES. POR LO MISMO, DISMINUYO LA PRESIÓN SOBRE EL DISEÑO, CONCENTRÁNDOSE EN LA

CONSTRUCCIÓN DE LA PRIMERA ETAPA, PARA EL MOMENTO YA CONCLUIDA, Y EN OBRAS EXTERIORES.

LA REVISIÓN ESTRUCTURAL PUDO SER MÁS SIMPLE. POR EJEMPLO, DETERMINANDO FUERA DE LA MEMORIA

LAS CAPACIDAD DE CARGA DE LAS ZAPATAS Y PEDESTALES TIPO, LA MARCAS CORRESPONDIENTES PUDIERON

COMPROBARSE POR SIMPLE COMPARACIÓN ENTRE LA CAPACIDAD Y LA CARGA ACTUANTE, SIN TENER QUE

REVISAR CON DETALLE TODOS LOS RENGLONES COMPLETOS DE LAS TABLAS DE CÁLCULO. DETECTAMOS ASÍ

ERRORES PEQUEÑOS QUE NO TUVIERON EFECTO EN LOS RESULTADOS. DE HECHO SOLO TUVIMOS QUE

CORREGIR EN LOS PLANOS LOS CASOS FUERA DE LA SEGURIDAD.

AUN CUANDO LAS MEMORIAS Y PLANOS PUEDE DECIRSE QUE ESTÁN COMPLETOS, INCLUYENDO EL EDIFICIO

PRINCIPAL, EL EDIFICIO ADMINISTRATIVO Y EL DE BIBLIOTECA, ESTÁN AUN PENDIENTES POR RESOLVERSE, LA

ESCALERA EXTERIOR, LA FUTURA CUBIERTA DEL PATIO CENTRAL, LA CÚPULA DEL EDIFICIO PRINCIPAL Y LA

ESCALERA GENERAL DEL EDIFICIO ADMINISTRATIVO, POR ESTAR FUERA DE NUESTRO ALCANCE O VAN A SER

DISEÑADAS POR OTROS O POR FALTA DE INFORMACIÓN ACTUAL. NO OBSTANTE, QUEDAMOS A LAS ÓRDENES DE NUESTRO CLIENTE PARA RESOLVERLAS DADO EL CASO, CUANDO ESTE LO CREA NECESARIO.

MONTERREY, N.L. SEPTIEMBRE 29 DE 1997



161

CONSTRUCTORA KRONE, S.A. DE C.V. INSTITUTO SAN ROBERTO,

VALLE ALTO, GARZA GARCÍA, N. L.

DISEÑO ESTRUCTURAL.

MEMORIAS DE CÁLCULOS

MONTERREY, N. L, ABRIL-SEPT., 1997

1.0. ANTECEDENTES.

TRATARA LA PRESENTE MEMORIA DEL DISEÑO ESTRUCTURAL PARA LOS EDIFICIOS DEL INSTITUTO SAN

ROBERTO QUE SE CONSTRUIRÁ EN VALLE ALTO, DEL MUNICIPIO DE GARZA GARCÍA, N. L.

LA DIRECCIÓN DEL PROYECTO SERÁ POR CONSTRUCTORA KRONE, S.A. DE C. V., SIENDO EL PROYECTO

ARQUITECTÓNICO DEL ARQ. JUAN DE LA CRUZ.

EL ESTUDIO DE MECÁNICA DE SUELOS, ELABORADO POR EL I. T. E. S. M., CAMPUS MONTERREY, BAJO LA

DIRECCIÓN DEL ING. CARLOS CRESPO VILLALAZ. RECOMIENDA CIMENTACIÓN A BASE DE ZAPATAS AISLADAS

DESPLANTADAS A 3.50 M. DE PROFUNDIDAD CON UNA CAPACIDAD DE CARGA DE 3.0 KG/CM2.

POR REQUERIMIENTOS DE CONSTRUCCIÓN DE CONSTRUCTORA KRONE, S.A. DE C. V., EL DISEÑO SE

ELABORARA EMPEZANDO POR LA CIMENTACIÓN, COSA CONTRARIA A LO NORMAL, POR LO QUE EN EL ESTIMADO

DE CARGAS SE ACTUARÁ CONSERVADORAMENTE.

2.0. DESCRIPCIÓN.

EL PROYECTO CONTEMPLA LA CONSTRUCCIÓN DE VARIOS EDIFICIOS:

1.- EDIFICIO PRINCIPAL: SE TRATA DE UN EDIFICIO QUE TENDRÁ 60.20 M. DE LARGO POR 43.30 M. DE

ANCHO, CONTANDO CON SÓTANO, PLANTA BAJA, DOS ENTREPISOS Y AZOTEA, EN EL QUE SE LOCALIZARÁN LAS

AULAS, SERVICIOS SANITARIOS, LOCKERS, SALÓN DE MAESTROS, SALÓN DE ARTES Y SALÓN DE PSICOLOGÍA.

ESTÁ ESTRUCTURADOS EN RECUADROS DE 7.00 x 6.60 Y 7.50 x 6.60 M, PRINCIPALMENTE, CON UNA ALTURA

LIBRE DE ENTREPISO DE 2.90 M. SE ESTRUCTURARÁ A BASE DE LOSA RETICULAR, COLUMNAS, PEDESTALES Y

ZAPATAS DE CONCRETO REFORZADO.

2.- EDIFICIO ADMINISTRATIVO: SERÁ DE TRES PLANTAS Y AZOTEA: EN PLANTA BAJA SE UBICARÁ LA

CAFETERÍA, COCINA, BODEGA, ENFERMERÍA Y OFICINAS. EN SEGUNDO NIVEL SE UBICARÁ EL SALÓN DE MÚSICA Y OFICINAS. EN TERCER NIVEL SE LOCALIZARÁN OFICINAS. SE ESTRUCTURARÁ EN RECUADROS DE 7.00x4.00 M Y

5.80x4.00 M, PRINCIPALMENTE, A BASE LOSAS RETICULARES, COLUMNAS, PEDESTALES Y ZAPATAS DE CONCRETO

REFORZADO. LA ALTURA LIBRE DE ENTREPISO SERÁ DE 2.90 M.

3.- BIBLIOTECA Y SALA DE COMPUTACIÓN. SERÁ UN EDIFICIO DE 12.00x14.00 M DE DOS NIVELES:

PLANTA BAJA, DONDE SE UBICARÁ LA BIBLIOTECA Y SEGUNDO NIVEL, DONDE SE UBICARÁ LA SALA DE

COMPUTACIÓN. SE ESTRUCTURARÁ EN RECUADROS DE 7.0 x 4.0 M Y LA ALTURA LIBRE DE ENTREPISO SERÁ DE

2.90 M.

PARA DIMENSIONES Y ALTURAS VER PLANOS DE DIMENSIONES GENERALES Y CORTES SR. EG.01 Y 02


162

3.0. ESPECIFICACIONES Y MATERIALES.

ESPECIFICACIONES DE DISEÑO: SE UTILIZARAN LAS SIGUIENTES:

CARGAS: REGLAMENTO DE CONSTRUCCIONES DEL D. F.

CONCRETO: ACI-318-89.

ESF. EN TERRENO: 3.0 KG/CM2 A 3.50 M PROF. BAJO NSF.



ACERO ESTRUCTURAL: AISC, 1985

MATERIALES: CONCRETO:

EN LOSAS Y COLS.: fć = 250 KG/CM2

RESTO: f'c = 200 KG/CM2

ACERO DE REFUERZO: fy = 4200 KG/CM2

MALLA ELECTROSOLDADA: fy = 5000 KG/CM2

CONCRETO CICLÓPEO: fć = 100 KG/CM2+ 40% BOLEO

PLANTILLAS: CONC. fć = 100 KG/CM2 DE 5 CM.

4.0. CARGAS BÁSICAS.

4.1. EDIFICIO PRINCIPAL

AZOTEA: CARGA MUERTA

P. P. LOSA 510 Kg/m2

IMPERMEABILIZACIÓN 110 Kg/m2

PLAFÓN E INSTALACIONES 50 Kg/m2

TOTAL CARGA MUERTA 670 670 Kg/m2

CARGA VIVA * 70 100 Kg/m2

CARGA TOTAL *740 770 Kg/m2

ENTREPISO: CARGA MUERTA


ACABADO DE PISO 120 Kg/m2


MUROS DIVISORIOS (BLOC 6") 100 Kg/m2




CARGA VIVA Y TOTAL REDUCIDA PARA USARSE EN

COMBINACIÓN CON VIENTO Y SISMO.


163

4.2. ADMINISTRATIVO.

AZOTEA CARGA MUERTA







ENTREPISO. CARGA MUERTA






CARGA VIVA *

180

250 Kg/m2


4.3. BIBLIOTECA Y COMPUTACIÓN

AZOTEA CARGA MUERTA







ENTREPISO. CARGA MUERTA








* CARGA VIVA Y TOTAL REDUCIDA PARA USARSE EN

COMBINACIÓN CON VIENTO Y SISMO.

4.4. CARGA DE VIENTO Y SISMO.

CARGAS DE VIENTO: DEL MANUAL DE C. F. E.:


164

ZONA EÓLICA = No. 3

VELOCIDAD REGIONAL VR = 150 Km/h

FACTOR DE TOPOGRAFÍA (SUBURBANO) = 0.80

FACTOR DE RÁFAGA FR = 1.0

ALTITUD SOBRE EL NIVEL DEL MAR h = 1.54 Km.

FACTOR DE GRAVEDAD G = (8+1.54)/(8+2*1.54) = 0.86

VELOCIDAD BÁSICA VB = K*VR = 0.80*150 = 120 Km/h

Z = ALTURA DEL EDIFICIO VZ = VB SI Z < ó = 10.0 M

Vz = VB*(Z/10)^

= 0.22 (TERRENO SUBURBANO) Vz = 120*(Z/10)^0.22

VELOCIDAD DE DISEÑO VD = FR *VZ

VD = 1.0*120*(Z/10)^0.22

P = 0.0048*G*C*VD^2

P = 0.0048*0.86*(120*(Z/10)^0.22))^2* C

P = 59*(Z/10)^0.44* C

PARA Z < ó = 10.0 M

P = 59* C

PRESIÓN EN MURO DE BARLOVENTO

C = 0.75 ; P = 59*0.75 = 44 Kg/M2

SUCCIÓN EN MURO DE SOTAVENTO

C = -0.68 ; S = 59*(-0.68) = -40 Kg/M2 PRESIÓN + SUCCIÓN EN MUROS, PRETILES Y FALDONES:

P + S = 59*(0.75+0.68) = 85 Kg/M2

SISMO. ZONA SÍSMICA C. F. E.: A

TERRENO TIPO: I

CASO 2 c = 0.08 ; Q = 4 ; c' =c/Q = 0.08/4 = 0.02

5.0. ANÁLISIS DE CARGAS DE VIENTO Y SISMO.

5.1 CARGA DE VIENTO. FÓRMULAS PARA CARGAS MÁXIMAS:

Az= ALTURA TRIBUTARIA

B = ANCHO DEL EDIFICIO = 43.60 M.

WT =Wz*Az*B/1000

Vi = Vi+WT; VuiT = 1.7*Vui

5.2 CARGA DE SISMO. AREAS

NIVEL

ÁREA (M2)

AZOTEA 1337

AZOTEA 420

3 1337

2 1337

P.BAJA 1757

NIV. Z (m) Wz (Kg/M2) Az (m) WT (T) Vi (T)

AZOTEA 9.90 143 3.70 23 23

3 6.60 143 3.30 21 44

2 3.30 143 3.30 21 65

P.BAJA 0.00 143 1.65 10 75

VuiT = 128


165

CARGAS:

NIVEL ÁREA (M2) 1.4WD 1.7WLR U (Kg/M2) P (T) Vs (T)

AZOTEA 1337 938 119 1057 1413 1413

AZOTEA 420 98 119 217 91 1504

3 1337 1092 306 1398 1869 3373

2 1337 1092 306 1398 1869 5242

Vus = 5242*0.02*1.7*1.1 = 196 TON > Vui = 128 TON

6.0. COLUMNAS.

TODAS LAS COLUMNAS SERÁN DE CONCRETO REFORZADO, DE SECCIÓN CUADRADA. LA CAPACIDAD

DE CARGA DE ELLAS SE CALCULARÁ MEDIANTE LA SIGUIENTE FORMULA:

Pn(max) = 0.80**[0.85*f'c*(Ag-Ast)+fy*Ast]

PARA CONCRETO f'c = 200* Kg/CM2, Y REFUERZO MÍNIMO DEL

1% DE LA SECCIÓN DE CONCRETO SERÁ:

Pn = 0.70*0.80*[0.85*200*(Ag-0.01*Ag)+4200*0.01*Ag]

Pn = 0.70*0.80*(0.85*200*0.99Ag+42*Ag)

Pn = 0.56*(168.3Ag+42*Ag)

Pn = 118*Ag (Kg) ; Pn = 0.118*Ag (TON) SI Ag > 100*As, Ag = 100*As.

SE UTILIZARÁN LAS SIGUIENTES SECCIONES:

TIPO A B Ag As Pn SECC. REFUERZO

I 20 45 796 7.96 94 20x45 4 # 5-E # 3 @ 20

II 20 45 900 15.92 122 20x45 8 # 5-E # 3 @ 20

III 30 55 1650 15.92 195 30x55 8 # 5-E # 3 @ 25

IV 30 55 1650 31.84 229 30x55 16 # 5-E # 3 @ 25

V 35 75 2625 26.25 310 35x75 12 # 5-E # 3 @ 25

VI 35 75 2625 34.44 328 35x75 12 # 6-E # 3 @ 30

VII 35 75 2625 45.92 354 35x75 16 # 6-E # 3 @ 30

VIII 30 30 707 11.94 94 30 dia. 6 # 5-E # 3 @ 25

IX 45 45 1590 15.92 187 45 dia. 8 # 5-E # 3 @ 30

X 30 30 900 11.94 113 30x30 6 # 5-E # 3 @ 30

XI 40 40 1600 15.92 188 40x40 8 # 5-E # 3 @ 30

*SUPONEMOS CONSERVADORAMENTE f’c 200. EN LA MEMORIA LOS PLANOS SE ESPECIFICARÁ f’c 250

KG/CM2

6.1 COLUMNAS EXTERIORES. MOMENTOS Y EXCENTRICIDADES.

AZOTEA.

ANCHO TRIBUTARIO = 6.6 M

L = 7.0 M; h = 3..0 M

FACTORES DE RIGIDEZ:

COL = I/h = 1/3.0 = 0.33

TRABE = I/L = 1/7 = 0.14 F.D.C. = 0.33/(0.33+0.14) = 0.70

F.D.T. = 0.14/(0.33+0.14) = 0.30

ME= WL^2/12

MC = WL^2/12*0.70 = WL^2/17

eo =(WL^2/17)/(WL/2) = L/9

eo = 7.00/9 = 0.78 M


166

ENTREPISO


COL = I/h = 1/3.0 = 0.33

TRABE = I/L = 1/7 = 0.14

F.D.C. = 0.33/(0.33*2+0.14) = 0.41

F.D.T. = 0.14/(0.33*2+0.14) = 0.18

ME= WL^2/12 MC = WL^2/12*0.41 = WL^2/29

eo =(WL^2/29)/(WL/2) = L/15

eo = 7.00/15 = 0.47 M

LOS MOMENTOS SON CONSTANTES EN CADA NIVEL, LA CARGA

AXIAL ES ACUMULATIVA, POR LO QUE LA EXCENTRICIDAD SE

REDUCE CON LA CANTIDAD DE PISOS, DE ACUERDO A:

e1 = eo*(P/P)

POR SISMO O POR VIENTO CON PUNTOS DE INFLEXIÓN A

MEDIA ALTURA, EL MOMENTO ES:

Ms=Vs*H/2; Ps=P ; e2 = Ms/Ps = Vs*H/2/P ; CON H = 3.0 M

e2 = 1.50*Vs/P, et = e1 + e2

ÁREAS

NIVEL ÁREA (M2)

AZOTEA 2087

AZOTEA 420

3 2087

2 2087

PLANTA BAJA 2507

SÓTANO (FIRME) 2507

CONDICIÓN I (1.4 CM +1.7 CV):

NIVEL ÁREA (M2) 1.4C.M. 1.7C.V. PU PUT

AZOTEA 2087 0.938 0.17 2312 2312

AZOTEA 420 0.098 0.17 113 113

3 2087 1.092 0.60 3521 5946

2 2087 1.092 0.60 3521 9467

PLANTA BAJA 2507 1.092 0.60 4229 13696

SÓTANO (FIRME) 0 13696

CONDICIÓN II 0.75*(1.4 CM +1.7 CVR.+ 1.7VIENTO)

NIVEL ÁREA (M2) 1.4C.M. 1.7CVR PU PUT

AZOTEA 2087 0.938 0.12 1654 1654

AZOTEA 420 0.098 0.12 68 1722

3 2087 1.092 0.43 2374 4096

2 2087 1.092 0.43 2374 6470

PLANTA BAJA 2507 1.092 0.43 2852 9322

SÓTANO (FIRME) 2507 0 9322

CONDICIÓN III 0.75*(1.4 CM +1.7 CVR.+1.7*1.1 SISMO)

NIVEL ÁREA(M2) 1.4C.M. 1.7CVR PU PUT

AZOTEA 2087 0.938 0.12 1654 1654

AZOTEA 420 0.098 0.12 68 1722

3 2087 1.092 0.43 2374 4096

2 2087 1.092 0.43 2374 6470

PLANTA BAJA 2507 1.092 0.43 2852 9322

SÓTANO (FIRME) 2507 0 9322


167

POR CONDICIÓN I:

R1 = P1*(0.4+6e1/b), SI R1 < P1 ; R1 = P1

POR CONDICIÓN II:

R2 = P2*(0.4+6*eT/b)*0.75 = P2*(0.3+4.5*eT/b)

SI R2< 0.75*P2 ; R2 = 0.75*P2

SI R2 < R1, SISMO O VIENTO NO RIGEN.

6.2 COLUMNAS INTERIORES. MOMENTOS Y EXCENTRICIDADES.

AZOTEA.

ANCHO TRIBUTARIO = 6.6 M

L = 7.0 M, h = 3..0 M


COL = i/h = 1/3.0 = 0.33 TRABE = I/L = 1/7 = 0.14

F.D.C. = 0.33/(0.33+2*0.14) = 0.54

F.D.T. = 0.14/(0.33+2*0.14) = 0.23

ME= WL^2/12

MC = WL^2/12*0.54 = WL^2/22

eo =(WL^2/22)/(WL) = L/22 = 7.00/22 = 0.32 M

ENTREPISO


COL = I/h = 1/3.0 = 0.33

TRABE = I/L = 1/7 = 0.14 F.D.C. = 0.33/(0.33*2+0.14*2) = 0.35

F.D.T. = 0.14/(0.33*2+0.14*2) = 0.15

ME= WL^2/12

MC = WL^2/12*0.35 = WL^2/34

eo =(WL^2/34)/(WL) = L/34 = 7.00/34 = 0.21 M

LOS MOMENTOS SON CONSTANTES EN CADA NIVEL, LA CARGA

AXIAL ES ACUMULATIVA, POR LO QUE LA EXCENTRICIDAD SE

REDUCE CON LA CANTIDAD DE PISOS, DE ACUERDO A:

e1 = eo*(P/P) LOS MOMENTOS POR CARGA MUERTA ESTÁN BALANCEADOS,

POR LO QUE LA EXCENTRICIDADES SE PRESENTAN POR

CARGA VIVA:

POR CONDICIÓN I:

AZOTEA .- e1 = 0.32*(100/770) = 0.04

NIVEL 2 .- e1 = 0.21*(350/1130)*(P1/P1) = 0.07*P1/P1

NIVEL 1.- e1 = 0.21*(350/1130)*(P1/P1) = 0.07*P1/P1

P. BAJA.- e1 = 0.21*(350/1130)*(P1/P1) = 0.07*P1/P1

POR CONDICIÓN II: AZOTEA .- e2 = (70/100)*e1= 0.7*e1

NIVEL 2 .- e2 = (150/350)*(P1/P1) = 0.43*e1

NIVEL 1.- e2 = (150/350)*(P1/P1) = 0.43*e1

P. BAJA.- e2 = (150/350)*(P1/P1) = 0.43*e1

FÓRMULAS:

P1 = (1.4*CM+1.7*CV)*A (COND. I) ; e1 = eo*(P1/P1) ; eo = 0.32 (AZ) ; eo=0.21 (ENT.)

Vus = Vui, (H=3.0M)


168

P2 = (1.4*CM+1.7*CVR)*A ( COND. II) e2 = 1.50*Vs/P2 eT = e1+e2

R1 = P1*(0.4+6*e1/b)> P1

R2 = P2*(0.3+4.5*eT/b) > 0.75*P2 SI R1 > R2 RIJE CONDICIÓN I

SI R1 < R2 RIJE CONDICIÓN II

COLUMNAS EXTERIORES:

NIVEL Pu1 SUM Pu1 e1 Vui Vus Pu2 SUM Pu2 e2 eT R1 R2 RIJE

AZOTEA 2425 2425 0.78 56 56 1722 1722 0.05 0.83 29343 16576 I

3 3521 5946 0.28 70 126 2374 4096 0.05 0.32 27201 16182 I

2 3521 9467 0.17 70 196 2374 6470 0.05 0.22 28610 17973 I

PLANTA BAJA 4229 13696 0.15 92 288 2852 9322 0.05 0.19 35293 22875 I

SÓTANO (FIRME)

13696 9322

CONDICIÓN I II I II I

COLUMNAS INTERIORES:

NIVEL Pu1 SUM Pu1 e1 Vui Vus Pu2 SUM Pu2 e2 eT R1 R2 RIJE

AZOTEA 2425 2425 0.04 56 56 1722 1722 0.03 0.07 2425 1834 I

3 3521 5946 0.04 70 126 2374 4096 0.02 0.06 5811 3765 I

2 3521 9467 0.02 70 196 2374 6470 0.01 0.03 7220 4457 I

PLANTA BAJA 4229 13696 0.02 92 288 2852 9322 0.01 0.03 9602 5807 I

SÓTANO (FIRME)

13696 9322

CONDICIÓN . I II I II I

EN EL CAPITULO 5, VIMOS QUE EL SISMO REGÍA SOBRE EL VIENTO, EN LAS TABLAS ANTERIORES VEMOS QUE

LA CONDICIÓN DE CARGA MUERTA MÁS VIVA, RIGE SOBRE LOS EFECTOS DE SISMO, EN CONSECUENCIA, LOS

EFECTOS DE VIENTO Y SISMO NO RIGEN Y NO NECESITAMOS CONSIDERARLO EN LOS CÁLCULOS DE COLUMNAS Y

CIMENTACIÓN.

6.3 CARGAS DE DISEÑO Y SELECCIÓN.

CARGA AXIAL EQUIVALENTE:

PDIS. = P' = P*(0.4 +6 * e/b )

PARA COLUMNAS DE AZOTEA, DONDE LA EXCENTRICIDAD

REPERCUTA GRANDEMENTE EN LA SECCIÓN DE LA MISMA, SE

TOMARÁ EN CONSIDERACIÓN, CUALQUIERA DE LOS SIGUIENTES ARGUMENTOS:

A).- LA COLUMNA ES ESQUINERA Y ESTA ARRIOSTRADA

EN AMBAS DIRECCIONES, POR LO QUE LA EXCENTRICIDAD

SERÁ CERO.

B).- LA COLUMNA ES EXTERIOR, PERO EL CLARO DE LA

MISMA ES MENOR QUE EL TOMADO PARA EL ANÁLISIS, POR LO

QUE SE CORREGIRÁ LA EXCENTRICI- DAD MEDIANTE LA

FORMULA:

eo = eo*Lreal/7.00

C).- LA COLUMNA ES EXTERIOR EN UN SENTIDO, PERO

INTERIOR EN EL OTRO SENTIDO. SE CONSIDERARÁ UNA ARTICULACIÓN EN LA AZOTEA, POR LO QUE SE TOMARÁ LA

MENOR DE LAS EXCENTRICIDADES.


169

Ab

Bb

Cb

Db

Eb

Fb

Gb

1b 2b 3b 4b 6b 8b 9b 10b

2100 6600 6500 7500 7500 6500 6600

43300

7000

7000

7000

7000

3500

Bb'

Gb'

3b'

4000 2500

5b 7b

5000 5000

5b' 6b'

2500

4500

3900

2500 2500

8b'

2500 4000

Hb

Jb

Kb

Lb

Lb'

Mb

3100

7000

1700

5300

1400

2300

2500 1800 3200 3200 1800 2500

PLANTA DE COLUMNAS EDIFICIO PRINCIPAL


170

EDIFICIO PRINCIPAL:

EJE N. EJE L. AREA 1.4WD 1.7WL U PU (T) PUT (T) DIM. e Pu' COL.

2b,10b Ab 5.78 0.940 0.170 1.110 6 6 0.30 0.03 6 I

2b,10b Ab 5.78 1.090 0.600 1.690 10 16 0.30 0.03 16 I

2b,10b Ab 5.78 1.090 0.600 1.690 10 26 0.30 0.03 26 I

2b,10b Ab 5.78 1.090 0.600 1.690 10 36 0.30 0.03 36 I

3b, 9b Ab 9.28 0.940 0.170 1.110 10 10 0.30 0.42 90 I

3b, 9b Ab 9.28 1.090 0.600 1.690 16 27 0.30 0.16 97 II

3b, 9b Ab 9.28 1.090 0.600 1.690 16 43 0.30 0.11 112 II

3b, 9b Ab 9.28 1.090 0.600 1.690 16 59 0.40 0.10 108 III

3b',8b' Ab 7.88 0.940 0.170 1.110 9 9 0.30 0.42 76 I

3b',8b' Ab 7.88 1.090 0.600 1.690 13 23 0.30 0.16 83 I

3b',8b' Ab 7.88 1.090 0.600 1.690 13 37 0.30 0.11 96 I

3b',8b' Ab 7.88 1.090 0.600 1.690 13 51 0.30 0.10 117 II

5b,7b Ab 20.00 0.940 0.170 1.110 22 22 0.30 0.07 40 I

5b,7b Ab 20.00 1.090 0.600 1.690 34 58 0.30 0.06 93 II

5b,7b Ab 20.00 1.090 0.600 1.690 34 94 0.40 0.03 94 III

5b,7b Ab 20.00 1.090 0.600 1.690 34 130 0.40 0.03 130 III

6b Ab 8.75 0.940 0.170 1.110 10 10 0.30 0.42 84 I

6b Ab 8.75 1.090 0.600 1.690 15 25 0.30 0.16 90 I

6b Ab 8.75 1.090 0.600 1.690 15 40 0.30 0.11 104 I

6b Ab 8.75 1.090 0.600 1.690 15 55 0.30 0.10 127 II

2b,10b Bb 17.33 0.940 0.170 1.110 19 19 0.40 0.07 28 I

2b,10b Bb 17.33 1.090 0.600 1.690 29 49 0.40 0.06 64 I

2b,10b Bb 17.33 1.090 0.600 1.690 29 79 0.40 0.03 67 II

2b,10b Bb 17.33 1.090 0.600 1.690 29 109 0.40 0.03 93 II

3b,9b Bb 27.83 0.940 0.170 1.110 31 31 0.30 0.07 56 I

3b,9b Bb 27.83 1.090 0.600 1.690 47 79 0.30 0.06 126 III

3b,9b Bb 27.83 1.090 0.600 1.690 47 128 0.40 0.03 128 III

3b,9b Bb 27.83 1.090 0.600 1.690 47 177 0.40 0.03 177 IV

3b',8b' Bb 18.00 0.940 0.170 1.110 20 20 0.30 0.07 36 I

3b',8b' Bb 18.00 1.090 0.600 1.690 30 53 0.30 0.06 85 I

3b',8b' Bb 18.00 1.090 0.600 1.690 30 86 0.30 0.03 86 II

3b',8b' Bb 18.00 1.090 0.600 1.690 30 119 0.40 0.03 119 II

6b Bb 20.00 0.940 0.170 1.110 22 22 0.30 0.07 40 I

6b Bb 20.00 1.090 0.600 1.690 34 58 0.40 0.06 75 I

6b Bb 20.00 1.090 0.600 1.690 34 94 0.40 0.03 94 II

6b Bb 20.00 1.090 0.600 1.690 34 130 0.50 0.03 130 II

3b',8b' Bb' 15.75 0.940 0.170 1.110 17 17 0.30 0.07 31 I

3b',8b' Bb' 15.75 1.090 0.600 1.690 27 46 0.30 0.06 74 I

3b',8b' Bb' 15.75 1.090 0.600 1.690 27 75 0.30 0.03 75 II

3b',8b' Bb' 15.75 1.090 0.600 1.690 27 104 0.30 0.03 104 II

5b,7b Bb' 26.25 0.940 0.170 1.110 29 29 0.30 0.07 52 I

5b,7b Bb' 26.25 1.090 0.600 1.690 44 76 0.30 0.06 122 II

5b,7b Bb' 26.25 1.090 0.600 1.690 44 123 0.30 0.03 123 II

5b,7b Bb' 26.25 1.090 0.600 1.690 44 170 0.30 0.03 170 III

6b Bb' 17.50 0.940 0.170 1.110 19 19 0.30 0.07 35 I

6b Bb' 17.50 1.090 0.600 1.690 30 51 0.30 0.06 82 I

6b Bb' 17.50 1.090 0.600 1.690 30 83 0.30 0.03 83 I

6b Bb' 17.50 1.090 0.600 1.690 30 115 0.30 0.03 115 II

2b,10b Cb 23.10 0.940 0.170 1.110 26 26 0.30 0.07 47 I

2b,10b Cb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 66 0.30 0.06 106 II


171

2b,10b Cb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 106 0.30 0.03 106 II

2b,10b Cb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 146 0.30 0.03 146 III

3b, 9b Cb 37.10 0.940 0.170 1.110 41 41 0.30 0.07 74 I

3b, 9b Cb 37.10 1.090 0.600 1.690 63 106 0.40 0.06 138 III

3b, 9b Cb 37.10 1.090 0.600 1.690 63 171 0.40 0.03 171 III

3b, 9b Cb 37.10 1.090 0.600 1.690 63 236 0.40 0.03 236 IV

3b',8b' Cb 15.44 0.940 0.170 1.110 17 17 0.30 0.07 31 I

3b',8b' Cb 15.44 1.090 0.600 1.690 26 44 0.30 0.06 70 I

3b',8b' Cb 15.44 1.090 0.600 1.690 26 71 0.30 0.03 71 I

3b',8b' Cb 15.44 1.090 0.600 1.690 26 98 0.30 0.03 98 II

4b,8b Cb 17.34 0.940 0.170 1.110 19 19 0.30 0.07 35 I

4b,8b Cb 17.34 1.090 0.600 1.690 29 51 0.30 0.06 82 I

4b,8b Cb 17.34 1.090 0.600 1.690 29 83 0.30 0.03 83 II

4b,8b Cb 23.75 1.090 0.600 1.690 40 125 0.40 0.03 125 II

6b Cb 13.31 0.940 0.170 1.110 15 15 0.30 0.07 27 I

6b Cb 13.31 1.090 0.600 1.690 22 38 0.40 0.06 49 I

6b Cb 13.31 1.090 0.600 1.690 22 61 0.40 0.03 61 II

6b Cb 35.63 1.090 0.600 1.690 60 122 0.45 0.03 122 IX

2b,10b Db,Eb,Fb 23.10 0.940 0.170 1.110 26 26 0.30 0.07 47 I

2b,10b Db,Eb,Fb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 66 0.30 0.06 106 II

2b,10b Db,Eb,Fb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 106 0.30 0.03 106 II

2b,10b Db,Eb,Fb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 146 0.40 0.03 146 III

3b, 9b Db,Eb,Fb,Gb 45.85 0.940 0.170 1.110 51 51 0.30 0.07 92 I

3b, 9b Db,Eb,Fb,Gb 45.85 1.090 0.600 1.690 77 131 0.40 0.06 170 III

3b, 9b Db,Eb,Fb,Gb 45.85 1.090 0.600 1.690 77 211 0.40 0.03 211 IV

3b, 9b Db,Eb,Fb,Gb 45.85 1.090 0.600 1.690 77 291 0.40 0.03 291 V

4b,8b Db,Eb,Fb 36.40 0.940 0.170 1.110 40 40 0.30 0.07 73 I

4b,8b Db,Eb,Fb 36.40 1.090 0.600 1.690 62 104 0.40 0.06 135 III

4b,8b Db,Eb,Fb 36.40 1.090 0.600 1.690 62 168 0.40 0.03 168 IV

4b,8b Db,Eb,Fb 49.00 1.090 0.600 1.690 83 253 0.50 0.03 253 V

4b,8b Db,Eb,Fb 52.50 0.940 0.170 1.110 58 58 0.30 0.03 58 VIII

2b,10b Gb,Hb 23.10 0.940 0.170 1.110 26 26 0.30 0.07 47 I

2b,10b Gb,Hb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 66 0.30 0.06 106 II

2b,10b Gb,Hb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 106 0.30 0.03 106 II

3b,9b Hb 45.85 0.940 0.170 1.110 51 51 0.30 0.07 92 II

3b,9b Hb 45.85 1.090 0.600 1.690 77 131 0.40 0.06 170 IV

3b,9b Hb 45.85 1.090 0.600 1.690 77 211 0.50 0.03 211 V

9b Jb 45.85 0.940 0.170 1.110 51 51 0.30 0.07 92 II

9b Jb 45.85 1.090 0.600 1.690 77 131 0.40 0.06 170 IV

9b Jb 45.85 1.090 0.600 1.690 77 211 0.50 0.03 211 V

10b Jb 23.10 0.940 0.170 1.110 26 26 0.30 0.07 47 I

10b Jb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 66 0.30 0.06 106 II

10b Jb 23.10 1.090 0.600 1.690 39 106 0.30 0.03 106 II

2b Jb 14.36 0.940 0.170 1.110 16 16 0.30 0.07 29 I

2b Jb 14.36 1.090 0.600 1.690 24 41 0.30 0.06 66 I

2b Jb 14.36 1.090 0.600 1.690 24 66 0.30 0.03 66 I

3b Jb 33.93 0.940 0.170 1.110 38 38 0.30 0.07 68 I

3b Jb 33.93 1.090 0.600 1.690 57 96 0.40 0.06 125 III

3b Jb 33.93 1.090 0.600 1.690 57 154 0.40 0.03 131 III

9b Lb 22.93 0.940 0.170 1.110 25 26 0.30 0.07 47 I

9b Lb 22.93 1.090 0.600 1.690 39 65 0.30 0.06 104 II

9b Lb 22.93 1.090 0.600 1.690 39 104 0.30 0.03 104 II

10b Lb 11.55 0.940 0.170 1.110 13 13 0.30 0.03 13 I


172

10b Lb 11.55 1.090 0.600 1.690 20 33 0.30 0.03 33 I

10b Lb 11.55 1.090 0.600 1.690 20 53 0.30 0.03 53 I

4b,8b Gb 31.50 0.940 0.170 1.110 35 35 0.30 0.07 63 I

4b,8b Gb 31.50 1.090 0.600 1.690 53 89 0.30 0.06 142 I

4b,8b Gb 31.50 1.090 0.600 1.690 53 143 0.30 0.03 143 I

5b',6b' Gb 28.70 0.940 0.170 1.110 32 32 0.30 0.07 58 I

5b',6b' Gb 28.70 1.090 0.600 1.690 49 81 0.30 0.06 130 II

5b',6b' Gb 28.70 1.090 0.600 1.690 49 130 0.30 0.03 130 II

5b',6b' Gb 28.70 1.090 0.600 1.690 49 179 0.30 0.03 179 III

5b,7b Gb 7.53 0.940 0.170 1.110 8 8 0.30 0.03 8 I

5b,7b Hb 43.75 1.090 0.600 1.690 74 74 0.30 0.03 74 I

5b,7b Jb 43.75 1.090 0.600 1.690 74 74 0.30 0.03 74 I

4b,8b Hb 31.50 0.940 0.170 1.110 35 35 0.30 0.07 63 I

4b,8b Hb 31.50 1.090 0.600 1.690 53 89 0.40 0.06 116 III

4b,8b Hb 31.50 1.090 0.600 1.690 53 143 0.40 0.03 143 III

4b,8b Jb 31.50 0.940 0.170 1.110 35 35 0.30 0.07 63 I

4b,8b Jb 31.50 1.090 0.600 1.690 53 89 0.40 0.06 116 III

4b,8b Jb 31.50 1.090 0.600 1.690 53 143 0.40 0.03 143 III

4b,8b Lb 15.75 0.940 0.170 1.110 17 18 0.30 0.07 32 I

4b,8b Lb 15.75 1.090 0.600 1.690 27 45 0.30 0.06 72 I

4b,8b Lb 15.75 1.090 0.600 1.690 27 72 0.30 0.03 72 I

EDIFICIO BIBLIOTECA:

Aa

Ba

Ca

Da

Ea

Fa

2a 3a 4a 5a 6a

C'a

D'a

4000

3850

150

3000

1000

4000

2000

4000 4000 4000 4000


2a Ba 4.00 0.940 0.170 1.110 4 4 0.30 0.07 8 X

2a Ba 4.00 1.090 0.600 1.690 7 14 0.30 0.06 22 X

2a Ca,Da,Ea 8.00 0.940 0.170 1.110 9 9 0.30 0.07 16 X

2a Ca,Da,Ea 8.00 1.090 0.600 1.690 14 25 0.30 0.06 40 X

2a Fa 4.00 0.940 0.170 1.110 4 4 0.30 0.07 8 X

3a Aa 2.00 0.940 0.170 1.110 2 2 0.30 0.03 2 X

3a Aa 2.00 1.090 0.600 1.690 3 6 0.30 0.03 6 X

3a Ba 12.00 0.940 0.170 1.110 13 28 0.30 0.11 73 X

3a Ba 7.00 1.090 0.600 1.690 12 40 0.30 0.10 92 X


173

3a C'a 24.00 0.940 0.170 1.110 27 27 0.30 0.07 48 X

3a C'a 12.00 1.090 0.600 1.690 20 49 0.30 0.06 78 X

3a Ea 22.00 0.940 0.170 1.110 24 24 0.30 0.07 44 X

3a Ea 7.00 1.090 0.600 1.690 12 39 0.30 0.06 62 X

3a Fa 4.00 0.940 0.170 1.110 4 4 0.30 0.07 8 X

4a,5a Aa 14.00 0.940 0.170 1.110 16 16 0.30 0.03 16 X

4a,5a Aa 14.00 1.090 0.600 1.690 24 40 0.30 0.03 40 X

4a,5a C'a 28.00 0.940 0.170 1.110 31 31 0.30 0.07 56 X

4a,5a C'a 28.00 1.090 0.600 1.690 47 81 0.30 0.06 130 X

4a Ea 22.00 0.940 0.170 1.110 24 24 0.30 0.07 44 X

4a Ea 14.00 1.090 0.600 1.690 24 50 0.30 0.06 80 X

5a Ea 19.30 0.940 0.170 1.110 21 21 0.30 0.07 39 X

5a Ea 15.30 1.090 0.600 1.690 26 50 0.30 0.06 80 X

6a Aa 7.00 0.940 0.170 1.110 8 8 0.30 0.03 8 X

6a Aa 7.00 1.090 0.600 1.690 12 20 0.30 0.03 20 X

6a C'a 10.15 0.940 0.170 1.110 11 11 0.30 0.03 11 X

6a C'a 10.15 1.090 0.600 1.690 17 29 0.30 0.03 29 X

6a D'a 7.00 0.940 0.170 1.110 8 8 0.30 0.07 14 X

6a D'a 7.00 1.090 0.600 1.690 12 22 0.30 0.06 35 X

6a Ea 5.15 0.940 0.170 1.110 6 6 0.30 0.03 6 X

6a Ea 5.15 1.090 0.600 1.690 9 15 0.30 0.03 15 X

EDIFICIO ADMINISTRATIVO:

Ac

1c

Bc

Cc

2c 2"c 3c 4c 5c

Dc

2300

6c

B'c

B"c

Ec

Fc

F'c

Gc

Hc

4000

4000

3000

4600

1200

1200

1450

1150

1600

1400

2'c 3'c 3"c

2300 700

1000

800 2500 700 4000 4000


174


1c Ac 3.22 0.940 0.170 1.110 4 4 0.30 0.03 4 X

1c Ac 3.22 1.090 0.600 1.690 5 10 0.30 0.03 10 X

1c Ac 3.22 1.090 0.600 1.690 5 16 0.30 0.03 16 X

1c Cc 4.60 0.940 0.170 1.110 5 5 0.30 0.03 5 X

1c Cc 4.60 1.090 0.600 1.690 8 13 0.30 0.03 13 X

1c Cc 4.60 1.090 0.600 1.690 8 21 0.30 0.03 21 X

1c Ec 1.38 0.940 0.170 1.110 2 2 0.30 0.03 2 X

1c Ec 1.38 1.090 0.600 1.690 2 5 0.30 0.03 5 X

1c Ec 1.38 1.090 0.600 1.690 2 8 0.30 0.03 8 X

2c Ac 8.82 0.940 0.170 1.110 10 10 0.30 0.03 10 X

2c Ac 8.82 1.090 0.600 1.690 15 25 0.30 0.03 25 X

2c Ac 8.82 1.090 0.600 1.690 15 40 0.30 0.03 40 X

2c Cc 12.60 0.940 0.170 1.110 14 14 0.30 0.03 14 X

2c Cc 12.60 1.090 0.600 1.690 21 36 0.30 0.03 36 X

2c Cc 12.60 1.090 0.600 1.690 21 58 0.30 0.03 58 X

2c Ec 3.78 0.940 0.170 1.110 4 4 0.30 0.03 4 X

2c Ec 3.78 1.090 0.600 1.690 7 14 0.30 0.03 14 X

2c Ec 3.78 1.090 0.600 1.690 7 24 0.30 0.03 24 X

3c Ac 11.20 0.940 0.170 1.110 12 12 0.30 0.03 12 X

3c Ac 11.20 1.090 0.600 1.690 19 32 0.30 0.03 32 X

3c Ac 11.20 1.090 0.600 1.690 19 52 0.30 0.03 52 X

3c Cc 16.00 0.940 0.170 1.110 18 18 0.30 0.03 18 X

3c Cc 16.00 1.090 0.600 1.690 27 46 0.30 0.03 46 X

3c Cc 16.00 1.090 0.600 1.690 27 74 0.30 0.03 74 X

3c Ec 9.40 0.940 0.170 1.110 10 10 0.30 0.03 10 X

3c Ec 9.40 1.090 0.600 1.690 16 26 0.30 0.03 26 X

3c Ec 9.40 1.090 0.600 1.690 16 42 0.30 0.03 42 X

3c Ec 4.60 0.940 0.600 1.540 7 50 0.30 0.03 50 X

3c Fc 11.60 0.940 0.170 1.110 13 13 0.30 0.03 13 X

3c Fc 11.60 1.090 0.600 1.690 20 33 0.30 0.03 33 X

3c Fc 11.60 0.940 0.600 1.540 18 51 0.30 0.03 51 X

3c Gc 22.00 0.940 0.170 1.110 24 24 0.30 0.03 24 X

3c Gc 22.00 1.090 0.600 1.690 37 62 0.30 0.03 62 X

3c Hc 12.80 0.940 0.170 1.110 14 14 0.30 0.03 14 X

3c Hc 12.80 1.090 0.600 1.690 22 36 0.30 0.03 36 X

4c Ac 11.20 0.940 0.170 1.110 12 12 0.30 0.03 12 X

4c Ac 11.20 1.090 0.600 1.690 19 32 0.30 0.03 32 X

4c Ac 11.20 1.090 0.600 1.690 19 52 0.30 0.03 52 X

4c Cc 16.00 0.940 0.170 1.110 18 18 0.30 0.03 18 X

4c Cc 16.00 1.090 0.600 1.690 27 46 0.30 0.03 46 X

4c Cc 16.00 1.090 0.600 1.690 27 74 0.30 0.03 74 X

4c Ec 14.00 0.940 0.170 1.110 16 16 0.30 0.03 16 X

4c Ec 14.00 1.090 0.600 1.690 24 40 0.30 0.03 40 X

4c Ec 14.00 1.090 0.600 1.690 24 64 0.30 0.03 64 X

4c Fc 23.20 0.940 0.170 1.110 26 26 0.30 0.03 26 X

4c Fc 23.20 1.090 0.600 1.690 39 66 0.30 0.03 66 X

4c Gc 14.00 0.940 0.170 1.110 16 16 0.30 0.03 16 X

4c Gc 14.00 1.090 0.600 1.690 24 40 0.30 0.03 40 X

4c Gc 8.00 0.940 0.170 1.110 9 49 0.30 0.03 49 X

4c Hc 8.00 0.940 0.170 1.110 9 9 0.30 0.03 9 X

5c Ac 1.40 0.940 0.170 1.110 2 2 0.30 0.03 2 X


175

5c Ac 1.40 1.090 0.600 1.690 2 5 0.30 0.03 5 X

5c Ac 1.40 1.090 0.600 1.690 2 8 0.30 0.03 8 X

5c Bc 9.80 0.940 0.170 1.110 11 11 0.30 0.03 11 X

5c Bc 9.80 1.090 0.600 1.690 17 28 0.30 0.03 28 X

5c Bc 9.80 1.090 0.600 1.690 17 45 0.30 0.03 45 X

5c Cc 13.20 0.940 0.170 1.110 15 15 0.30 0.03 15 X

5c Cc 13.20 1.090 0.600 1.690 22 38 0.30 0.03 38 X

5c Cc 13.20 1.090 0.600 1.690 22 61 0.30 0.03 61 X

5c Ec 2.40 0.940 0.170 1.110 3 3 0.30 0.03 3 X

5c Ec 4.80 1.090 0.600 1.690 8 11 0.30 0.03 11 X

5c Ec 4.80 1.090 0.600 1.690 8 20 0.30 0.03 20 X

5c Ec 9.20 0.940 0.600 1.540 14 35 0.30 0.03 35 X

5c Fc 23.20 0.940 0.170 1.110 26 26 0.30 0.03 26 X

5c Fc 23.20 1.090 0.600 1.690 39 66 0.30 0.03 66 X

5c Gc 14.00 0.940 0.170 1.110 16 16 0.30 0.03 16 X

5c Gc 14.00 1.090 0.600 1.690 24 40 0.30 0.03 40 X

5c Gc 8.00 0.940 0.600 1.540 12 53 0.30 0.03 53 X

5c Hc 8.00 0.940 0.170 1.110 9 9 0.30 0.03 9 X

6c Bc 4.20 0.940 0.170 1.110 5 5 0.30 0.03 5 X

6c Bc 4.20 1.090 0.600 1.690 7 13 0.30 0.03 13 X

6c Cc 6.60 0.940 0.170 1.110 7 7 0.30 0.03 7 X

6c Cc 6.60 1.090 0.600 1.690 11 19 0.30 0.03 19 X

6c Ec 7.00 0.940 0.170 1.110 8 8 0.30 0.03 8 X

6c Ec 7.00 1.090 0.600 1.690 12 20 0.30 0.03 20 X

6c Fc 4.60 0.940 0.170 1.110 5 5 0.30 0.03 5 X

6c Fc 4.60 1.090 0.600 1.690 8 13 0.30 0.03 13 X

6c Fc 7.00 0.940 0.600 1.540 11 24 0.30 0.03 24 X

6c Gc 11.00 0.940 0.170 1.110 12 12 0.30 0.03 12 X

6c Hc 4.00 0.940 0.170 1.110 4 4 0.30 0.03 4 X

7.0. PEDESTALES Y ZAPATAS.

POR RAZONES DE CONSTRUCCIÓN, SE PIDE EMPEZAR LAS MEMORIAS DE CÁLCULOS DEL PROYECTO,

POR LA CIMENTACIÓN, POR LO QUE SEREMOS CONSERVADORES AL EVALUAR LAS CARGAS EN ZAPATAS.

7.1. EDIFICIO PRINCIPAL.

PEDESTALES. LOS PEDESTALES TENDRÁN

SECCIONES 2.5 CM. MÁS GRANDES POR LADO, QUE LAS

SECCIONES DE LAS COLUMNAS CORRESPONDIENTES Y EL

MISMO REFUERZO QUE ELLAS.

ZAPATAS. q = 3.0 Kg/CM2 = 30 TON/M2

qu = 30*9600/6000 = 48 TON/M2

EJE N. EJE L. PUT AREA Z. A REQ. B REQ. MARCA A B C REFZO

2b,10b Ab 36 0.75 0.87 0.87 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

3b, 9b Ab 59 1.23 1.11 1.11 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

3b',8b' Ab 51 1.06 1.03 1.03 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

5b,7b Ab 130 2.71 1.65 1.65 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

6b Ab 55 1.15 1.07 1.07 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

2b,10b Bb 109 2.27 1.51 1.51 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D


176

3b,9b Bb 177 3.69 1.92 1.92 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

3b',8b' Bb 119 2.48 1.57 1.57 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

6b Bb 130 2.71 1.65 1.65 Z-2 2.00 2.00 0.50 7#8 C/D

3b',8b' Bb' 104 2.17 1.47 1.47 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

5b,7b Bb' 170 3.54 1.88 1.88 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

6b Bb' 115 2.40 1.55 1.55 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

2b,10b Cb 146 3.04 1.74 1.74 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

3b, 9b Cb 236 4.92 2.22 2.22 Z-3 2.70 2.70 0.70 7#8 C/D

3b',8b' Cb 98 2.04 1.43 1.43 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

4b,8b Cb 125 2.60 1.61 1.61 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

6b Cb 122 2.54 1.59 1.59 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

2b,10b Db,Eb,Fb 146 3.04 1.74 1.74 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

3b, 9b Db,Eb,Fb,Gb 291 6.06 2.46 2.46 Z-3 2.70 2.70 0.70 7#8 C/D

4b,8b Db,Eb,Fb 253 5.27 2.30 2.30 Z-3 2.70 2.70 0.70 7#8 C/D

6b Db,Eb,Fb 58 1.21 1.10 1.10 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

2b,10b Gb,Hb 106 2.21 1.49 1.49 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

3b,9b Hb 211 4.40 2.10 2.10 Z-3 2.70 2.70 0.70 7#8 C/D

9b Jb 211 4.40 2.10 2.10 Z-3 2.70 2.70 0.70 7#8 C/D

10b Jb 106 2.21 1.49 1.49 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

2b Jb 66 1.38 1.17 1.17 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

3b Jb 154 3.21 1.79 1.79 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

9b Lb 104 2.17 1.47 1.47 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

10b Lb 53 1.10 1.05 1.05 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

4b,8b Gb 143 2.98 1.73 1.73 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

5b',6b' Gb 179 3.73 1.93 1.93 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

5b,7b Gb 8 0.17 0.41 0.41 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

5b,7b Hb 74 1.54 1.24 1.24 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

5b,7b Jb 74 1.54 1.24 1.24 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

4b,8b Hb 143 2.98 1.73 1.73 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

4b,8b Jb 143 2.98 1.73 1.73 Z-2 2.00 2.00 0.50 8#6 C/D

4b,8b Lb 72 1.50 1.22 1.22 Z-1 1.40 1.40 0.40 8#4 C/D

7.2. EDIFICIO DE BIBLIOTECA.

PEDESTALES. LOS PEDESTALES TENDRÁN SECCIONES 2.5 CM. MÁS

GRANDES POR LADO, QUE LAS SECCIONES DE LAS

COLUMNAS CORRESPONDIENTES Y EL MISMO REFUERZO

QUE ELLAS.

ZAPATAS. q = 3.0 Kg/cm2 = 30 Ton/m2

qu = 30*9600/6000 = 48 Ton/m2

EJE N. EJE L. PUT (T) AREA ZAP. A REQ. B REQ. MARCA A B C REFZO

2a Ba 14 0.31 0.55 0.55 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

2a Ca,Da,Ea 25 0.55 0.74 0.74 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

2a Fa 4 0.09 0.30 0.30 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

3a Aa 6 0.13 0.36 0.36 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

3a Ba 40 0.88 0.94 0.94 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

3a Aa 2 0.04 0.21 0.21 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

3a C'a 49 1.07 1.04 1.04 ZB-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

3a Ea 39 0.85 0.92 0.92 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

3a Fa 4 0.09 0.30 0.30 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D


177

4a,5a Aa 40 0.88 0.94 0.94 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

4a,5a C'a 81 1.77 1.33 1.33 ZB-3 1.50 1.50 0.40 7#6 C/D

4a Ea 50 1.09 1.05 1.05 ZB-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

5a Ea 50 1.09 1.05 1.05 ZB-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

6a Aa 20 0.44 0.66 0.66 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6a C'a 29 0.63 0.80 0.80 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6a D'a 22 0.48 0.69 0.69 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6a Ea 15 0.33 0.57 0.57 ZB-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

7.3. EDIFICIO ADMINISTRATIVO

PEDESTALES. LOS PEDESTALES TENDRÁN SECCIONES 2.5 CM. MÁS

GRANDES POR LADO, QUE LAS SECCIONES DE LAS

COLUMNAS CORRESPONDIENTES Y EL MISMO REFUERZO QUE ELLAS.

ZAPATAS. q = 3.0 Kg/cm2 = 30 TON/M2

qu = 30*9600/6000 = 48 Ton/m2

EJE N. EJE L. PUT (T) AREA ZAP. A REQ. B REQ. MARCA A B C REFZO

1c Ac 16 0.35 0.59 0.59 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

1c Cc 21 0.46 0.68 0.68 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

1c Ec 8 0.18 0.42 0.42 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

2c Ac 40 0.88 0.94 0.94 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

2c Cc 58 1.27 1.13 1.13 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

2c Ec 24 0.51 0.72 0.72 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

3c Ac 52 1.14 1.07 1.07 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

3c Cc 74 1.62 1.27 1.27 ZA-3 1.50 1.50 0.40 7#6 C/D

3c Ec 50 1.09 1.05 1.05 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

3c Fc 51 1.12 1.06 1.06 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

3c Gc 62 1.36 1.16 1.16 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

3c Hc 36 0.79 0.89 0.89 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

4c Ac 52 1.14 1.07 1.07 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

4c Cc 74 1.62 1.27 1.27 ZA-3 1.50 1.50 0.40 7#6 C/D

4c Ec 64 1.40 1.18 1.18 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

4c Fc 66 1.44 1.20 1.20 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

4c Gc 49 1.07 1.04 1.04 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

4c Hc 9 0.20 0.44 0.44 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

5c Ac 8 0.18 0.42 0.42 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

5c Bc 45 0.98 0.99 0.99 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

5c Cc 61 1.33 1.16 1.16 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

5c Ec 35 0.74 0.86 0.86 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

5c Fc 66 1.44 1.20 1.20 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

5c Gc 53 1.16 1.08 1.08 ZA-2 1.20 1.20 0.35 6#5 C/D

5c Hc 9 0.20 0.44 0.44 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6c Bc 13 0.28 0.53 0.53 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6c Cc 19 0.42 0.64 0.64 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6c Ec 20 0.44 0.66 0.66 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6c Fc 24 0.53 0.72 0.72 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6c Gc 12 0.26 0.51 0.51 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D

6c Hc 4 0.09 0.30 0.30 ZA-1 1.00 1.00 0.30 5#4 C/D


178

8.0. MUROS DE CONTENCIÓN.

SE LOCALIZAN SOLAMENTE EN EL SÓTANO DEL EDIFICIO PRINCIPAL. SE UTILIZARÁN LOS MUROS

ESTÁNDAR DEL MANUAL CRSI. (VER PLANO EP. EC.02).

.0. LOSAS EDIFICIO PRINCIPAL

9.1. LOSA PLANTA BAJA SE LOCALIZA DEL EJE 2b AL EJE 10b, ENTRE LOS Ab Y Gb.

7000

7500

77

110

220120

300

120

153

LOSA SUPERIOR. Wu = 1.4*780+1.7*350 = 1690 Kg/m2

Lx = Ly = 0.60 M

Muw = 1690*0.6^2/20 = 30 Kg-M/M

USAMOS UN PROGRAMA DE COMPUTADORA DE BOLSILLO

CON LOS SIGUIENTES DATOS:

f'c = 250 Kg/CM2 ; fy = 5000 Kg/CM2

C1 = 0.75 ; Ct = 0.0033

ZONA SÍSMICA = 0

Mu = 30 Kg-M ; b = 60 CM ; bw = 60 CM ; REC = 2.5 CM

RESULTANDO:

d = 1.0 CM < 2.5+2.5 = 5.0 CM ; de = 2.5 CM ;

As = 0.4 CM2/M ; MALLA 66/1010

LOSA DE CONCRETO f'c = 250 Kg/CM2 DE 5 CM DE ESPESOR

REFORZADA CON MALLA 66/1010.

NERVADURAS FACTOR DE REDUCCIÓN (WESTGAARD)

C = 40 CM.

L max = 750 CM

F = 1.15-C/L = 1.15-40/750 = 1.1

Mo = 0.10WLF(1-2c/3L)^2 =0.102 WL < 0.125 WL

R = 0.102/0.125 = 0.816


179

CARGAS Y MOMENTOS TOTALES:

wut = 1690*7.0 = 11800 Kg/m (AMBAS DIRECCIONES)

-Mut = 0.816*11800*7.0^2/10 = -47200 Kg-M

+Mut = 0.816*11800*7.5^2/14 = 38700 Kg-M

MOMENTOS EN NERVADURAS.

NERVADURAS DE CAPITEL EXTERIOR.

-Mu = 0.21*47200/2 = -5000 Kg-M +Mu = 0.30*38700/2 = 5800 Kg-M

NERVADURAS DE FAJA MEDIA.

-Mu = 0.30*47200/7 = 2100 Kg-M

+Mu = 0.4*38700/7 = 2200 Kg-M

NERVADURAS DE CAPITEL INTERIOR.

M TOTAL EN CAPITEL: -Mu = 47200*0.70 = 33100 Kg-M

M NERV. FUERA DE CAP. :

-Mu = 0.60*33100/3 = 600 Kg-M

+Mu = 0.6*38700/3 = 7700 Kg-M

REVISIÓN DE CAPITEL A FLEXIÓN.

UTILIZANDO EL PROGRAMA ANTES MENCIONADO, TENEMOS: Mu = 33100 Kg-M

b = bw = 2*60+3*15.3 = 166 CM

REC = 3 CM

d = 19 CM < 25+5 = 30 CM

H = 30 CM ; As = 29.5 CM2 = 1# 6

VER DIBUJO EP. EC.03

REFUERZO DE NERVADURAS. SEGÚN EL CROQUIS USAREMOS ANCHOS DE 15.3 CM. PARA

LAS DE CAPITEL INTERIOR Y EXTERIOR Y DE 12 CM. PARA LAS

DE FAJA MEDIA. EL PERALTE TOTAL SERÁ DE 30 CM. TIPO. EN

CONSECUENCIA SOLO INDICAREMOS LOS REFUERZOS.

NERV. DE CAPITEL EXTERIOR:

-Mu = -5000 Kg-M ; As = 5.68 CM2 = -2# 6

+Mu = 5800 Kg-M ; As = 5.85 CM2 = 2# 6

NERVADURAS DE FAJA MEDIA:

-Mu = 2100 Kg-M ; As = 2.2 CM2 = -1# 6

+Mu = 2200 Kg-M ; As = 2.2 CM2 = 1# 6

NERVADURAS DE CAPITEL INTERIOR:

-Mu = -6600 Kg-M ; As = 8.0 CM2 = -3#6

+Mu = 7700 Kg-M ; As = 7.8 CM2 = 3#6

CAPITEL 2 # 6 EN CADA CASETÓN Y EN CADA LÍNEA.

NERV. CAPITEL EXT. = + 2#6

NERV. CAPITEL INT. = + 3#6

NERV. FAJA MEDIA = + 1#6

REVISIÓN A CORTANTE. CORTANTE PERIMETRAL EN COLUMNAS. Vu = 1690*7.50^2*1.10 = 105000 Kg

bo = 4*(40+27) = 268

VC = 0.85*1.10*250^0.5*268*27 = 107000Kg > 105000 Kg

CORTANTE DE VIGA , FUERA DECAPITEL Vu =105000-1690*2.64*2=96100 Kg, bo= 12*15.3 = 183.6 CM

Vc =0.85*0.53*250^0.5*183.6*27 = 35300 Kg

9.2. LOSA NIVEL 1


180

SE LOCALIZA DEL EJE 2b AL EJE 10b, ENTRE LOS Ab Y Mb.

2500 5000 5000 2500

15000

7000

220

220

220

220120

147

293

120

L SIM.C

LOSA SUPERIOR.

ES IGUAL A LA LOSA DE PLANTA BAJA. VER INCISO 8.1.:

LOSA DE CONCRETO f'c = 250 Kg/cm2 DE 5 CM DE ESPESOR

CON MALLA ELECTROSOLDADA 66/1010.

NERVADURAS

RECUADRO DE 10 X 7: FACTOR DE REDUCCIÓN (WESTGAARD)

C = 40 CM. L max = 1000 CM

F = 1.15-C/L = 1.15-40/1000 = 1.11

Mo = 0.10WLF(1-2c/3L)^2 =0.104 WL < 0.125 WL

R = 0.104/0.125 = 0.832


wsu = 1680*10 = 16800 Kg/M

wlu = 1680*7 = 11800 Kg/M

DIRECCIÓN CORTA:

-Mut = 16800*7^2/10*0.832 = 68500 Kg-M

+Mut = 16800*7^2/14*0.832 = 48950 Kg-M DIRECCIÓN LARGA:

-Mut = 11800*10^2/10*0.832 = 98200 Kg-M

+Mut = 11800*10^2/14*0.832 = 70100 Kg-M


DIRECCIÓN LARGA L = 10.0 M


-Mu = 0.21*98200/2 = -10300 Kg-M

+Mu = 0.30*70100/2 = 10500 Kg-M


-Mu = 0.30*98200/6 = 4910 Kg-M

+Mu = 0.4*70100/6 = 4670 Kg-M


181



M NERV. FUERA DE CAP: -Mu = 0.60*68740/3 = 13700 Kg-M

+Mu = 0.6*70100/3 = 14000 Kg-M

DIRECCIÓN CORTA:

NERVADURAS CAPITEL EXTERIOR.

-Mu = 0.21*68500/2 = -7200 Kg-M

+Mu = 0.30*48900/2 = 7350 Kg-M

NERVADURAS FAJA MEDIA:

-Mu = 0.30*68500/9 = 2280 Kg-M

+Mu = 0.40*48900/9 = 2200 Kg-M

NERVADURAS CAPITEL INTERIOR:

MuT = 0.7*68500 = 48000 Kg-M

-Mu = 0.60*48000/3 = -9600 Kg-M

+Mu = 0.60*48900/3 = 9800 Kg-M

RECUADRO DE 7 X 6.6: SE LOCALIZA EN EL RESTO DEL ÁREA.

7000

147

293

6600

130 260

120

120

FACTOR DE REDUCCIÓN (WESTGAARD)

C = 40 CM.

L max = 700 CM

F = 1.15-C/L = 1.15-40/700 = 1.1

Mo = 0.10WLF(1-2c/3L)^2 =0.102 WL < 0.125 WL

R = 0.102/0.125 = 0.816


wut = 1690*6.60 = 11150 Kg/M

-Mut = 0.816*11150*7.0^2/10 = -44580 Kg-M

+Mut = 0.816*11150*7.0^2/14 = 31800 Kg-M

MOMENTOS EN NERVADURAS. NERVADURAS DE CAPITEL EXTERIOR.

-Mu = 0.21*44580/2 = -4680 Kg-M

+Mu = 0.30*31800/2 = 4770 Kg-M


-Mu = 0.30*44570/6 = -2230 Kg-M

+Mu = 0.4*31800/6 = 2120 Kg-M



M NERV. FUERA DE CAP: -Mu = 0.60*31200/3 = -6240 Kg-M


182

+Mu = 0.6*31800/3 = 6360 Kg-M

REVISIÓN DE CAPITEL A FLEXIÓN.

RECUADRO DE 10 X 7 UTILIZANDO EL PROGRAMA ANTES MENCIONADO, TENEMOS:

Mu = 68740 Kg-M

b = bw = 2*60+3*29.5 = 208.5 CM

REC = 3 CM

d = 24 CM < 37+3 = 40 CM

H = 40 CM ; As = 52.7 CM2 = 18#6

VER DIBUJO EP. EC.04 y .05

RECUADRO DE 7 X 6.6

UTILIZANDO EL PROGRAMA ANTES MENCIONADO, TENEMOS:

Mu = 31200 Kg-M

b = bw = 2*60+3*26.0 = 198 CM REC = 3 CM

d = 15 CM < 27+3 = 30 CM

H = 30 CM ; As = 32.5 CM2 = 12# 6

VER DIBUJO EP. EC.04 y .05

REFUERZO DE NERVADURAS.

RECUADRO DE 10 X 7:

SEGÚN EL CROQUIS USAREMOS ANCHOS DE 29.3 CM. PARA LAS DE CAPITEL INTERIOR Y EXTERIOR Y DE 12 CM. EN LAS DE

FAJA MEDIA, EN LA DIRECCIÓN LARGA, Y DE 22 PARA LAS DE

CAPITELES INTERIOR Y EXTERIOR Y DE 12 CM EN LAS DE FAJA

MEDIA, EN LA DIRECCIÓN CORTA EL PERALTE TOTAL SERÁ DE

40 CM. TIPO. EN CONSECUENCIA SOLO INDICAREMOS LOS

REFUERZOS.

DIRECCIÓN LARGA:


-Mu = -10300 Kg-M ; As = 7.9 CM2 = -3#6

+Mu = 10500 Kg-M ; As = 8.1 CM2 = 3#6

NERVADURAS DE FAJA MEDIA: -Muy = -4910 Kg-M ; As = 3.6 CM2 = -2#6

+Mu = 4670 Kg-M ; As = 3.6 CM2 = 2#6


-Mu = -13700 Kg-M ; As = 10.9 CM2 = -4#6

+Mu = 14000 Kg-M ; As = 11.1 CM2 = 4#6

CAPITEL: 5 # 6 EN CADA CASETÓN Y EN CADA LÍNEA.




DIRECCIÓN CORTA:

NERV. DE CAPITEL EXTERIOR: -Muy = -7200 Kg-M ; As = 5.5 CM2 = -2#6

+Mu = 7350 Kg-M ; As = 5.6 CM2 = 2#6


-Mu = -2280 Kg-M ; As = 1.69 CM2 = -2# 4

+Mu = 2200 Kg-M ; As = 1.60 CM2 = 2# 4



183

-Muy = -9600 Kg-M ; As = 7.6 CM2 = -3#6

+Mu = 9800 Kg-M ; As = 7.7 CM2 = 3#6


NERV. CAPITEL EXT. = + 2 # 6

NERV. CAPITEL INT. = + 3 # 6

NERV. FAJA MEDIA = + 2 # 4

RECUADRO DE 7 X 6.6: SEGÚN EL CROQUIS USAREMOS ANCHOS DE 29.3 CM. PARA

LAS DE CAPITEL INTERIOR Y EXTERIOR Y DE 12 CM. EN LAS

DE FAJA MEDIA, EN LA DIRECCIÓN CORTA, Y DE 26 PARA LAS

DE CAPITELES INTERIOR Y EXTERIOR Y DE 12 CM EN LAS DE

FAJA MEDIA, EN LA DIRECCIÓN LARGA EL PERALTE TOTAL

SERÁ DE 30 CM. TIPO. EN CONSECUENCIA SOLO

INDICAREMOS LOS REFUERZOS.

DIRECCIÓN LARGA:


-Mu = -4680 Kg-M ; As = 4.9 CM2 = -2#6

+Mu = 5490 Kg-M ; As = 5.5 CM2 = 2 #6


-Mu = -2230 Kg-M ; As = 2.4 CM2 = -2# 4

+Mu = 2440 Kg-M ; As = 2.5 CM2 = 2# 4


-Mu = -6240 Kg-M ; As = 6.8 CM2 = -3#6

+Mu = 7310 Kg-M ; As = 8.1 CM2 = 3#6 CAPITEL: 3 # 6 EN CADA CASETÓN Y EN CADA LÍNEA.



NERV. FAJA MEDIA = +2# 4

REVISIÓN A CORTANTE.

RECUADRO 10 X 7: CORTANTE PERIMETRAL EN COLUMNAS. Vu = 1690*10.00*7*1.10 = 130300 Kg

bo = 4*(40+37) = 308

VC = 0.85*1.10*250^0.5*308*37 = 168500 Kg > 130300 Kg

CORTANTE DE VIGA, FUERA DE CAPITEL Vu = 130300-1690*2.81^2 = 117000 Kg

bo = 6*29.3+6*22 = 307.8 CM

Vc = 0.85*0.53*250^0.5*307.8*37 = 81100 Kg < 117000 Kg UTILIZAR CASETONES DE 30 CM. ALREDEDOR DEL CAPI -TEL

PARA AMPLIAR LAS NERVADURAS. bo = 307.8+8*30 = 547.8 CM

Vc = 0.85*0.53*250^0.5*547.8*37 = 144000 Kg > 117000 Kg

RECUADRO 7 X 6.6: CORTANTE PERIMETRAL EN COLUMNAS. Vu = 1690*7*6.6*1.10 = 85900 Kg

bo = 4*(40+27) = 268

VC = 0.85*1.10*250^0.5*268*27 = 107000 Kg > 85900 Kg


bo = 6*29.3+6*26 = 331.8 CM

Vc = 0.85*0.53*250^0.5*331.8*27 = 63800 Kg < 72600 Kg


184

UTILIZAR CASETONES DE 30 CM. ALREDEDOR DEL CAPITEL

PARA AMPLIAR LAS NERVADURAS.

bo = 331.8+8*30 = 571.8 CM

Vc = 0.85*0.53*250^0.5*571.8*27 = 110000 Kg > 72600 Kg

9.3. LOSA DE NIVEL 2 SERÁ IGUAL A LA LOSA DE NIVEL 1, PERO CON UN

HUECO EN LA ZONA DE INGRESO DEL EDIFICIO.

9.4. LOSA DE AZOTEA SE DISEÑARA A BASE DE FACTORES. LA CARGA DE

ENTREPISO ES MAYOR QUE LA DE AZOTEA Y EL FACTOR A

UTILIZAR SERÁ: F = 770/1130 = 0.68.

10.0. LOSAS EDIFICIO BIBLIOTECA.

10.1. LOSA NIVEL 1

7000

7000

4000 4000

147

293

487

253

253

380

147 147

1000

4000

2000

127

120

127

147

293

253 253

120

147

293

127

120

127

147

293

253 253

120

147

293

LOSA SUPERIOR.

ES IGUAL A LA LOSA DE PLANTA BAJA. VER INCISO 9.1.:




C = 30 CM.

L max = 700 CM

F = 1.15-C/L = 1.15-30/700 = 1.11

Mo = 0.10WLF(1-2C/3L)^2 =0.103 WL < 0.125 WL

R = 0.103/0.125 = 0.824


wut = 1690*4.00 = 6760 Kg/M

-Mut = 0.824*6760*7.0^2/10 = -27290 Kg-M


185

+Mut = 0.824*6760*7.0^2/14 = 19500 Kg-M



-Mu = 0.21*27290/2 = -2870 Kg-M

+Mu = 0.30*19500/2 = 2930 Kg-M


-Mu = 0.30*27290/2 = -4100 Kg-M +Mu = 0.40*19500/2 = 3900 Kg-M



M NERV. FUERA DE CAP.: -Mu = 0.60*19100/3 = -3820 Kg-M

+Mu= 0.60*19500/3= 3900 Kg-M

REVISIÓN DE CAPITEL A FLEXIÓN. UTILIZANDO EL PROGRAMA ANTES MENCIONADO, TENE-MOS: Mu = 19100 Kg-M

b = bw = 2*60+3*29.3 = 207.9 CM

REC = 3 CM

d = 13 CM < 27+3 = 30 CM

H = 30 CM ; As = 19.4 CM2 = 10 # 5

VER DIBUJO EB.EC.02

REVISIÓN A CORTANTE. CORTANTE PERIMETRAL EN COLUMNAS. Vu = 1690*7.00*4.00*1.10 = 52050 Kg

bo = 4*(30+27) = 228

VC = 0.85*1.10*250^0.5*228*27 = 91000 Kg > 52050 Kg


bo = 6*29.3+6*25.3 = 327.6 CM

Vc = 0.85*0.53*250^0.5*327.6*27 = 63000 Kg > 38710 Kg O.K.


LAS DE CAPITEL INTERIOR Y EXTERIOR Y DE 12 CM. EN LAS DE

FAJA MEDIA, EN LA DIRECCIÓN LARGA, Y DE 25.3 Y 12 CM,

RESPECTIVAMENTE, EN LA DIRECCIÓN CORTA EL PERALTE

TOTAL SERÁ DE 30 CM. TIPO. EN CONSECUENCIA SOLO INDICAREMOS LOS REFUERZOS.


-Mu = -2870 Kg-M ; As = 2.9 CM2 = -2# 5

+Mu = 2930 Kg-M ; As = 3.0 CM2 = 2# 5


-Mu = -4100 Kg-M ; As = 4.1 CM2 = -2# 5

+Mu = 3900 Kg-M ; As = 4.0 CM2 = 2#5


-Mu = -3820 Kg-M ; As = 3.9 CM2 = -2# 5

+Mu = 3900 Kg-M ; As = 4.0 CM2 = 2#5

CAPITEL:2# 5 EN CADA CASETÓN Y EN CADA LÍNEA.

NERV. CAPITEL EXT. = + 2# 5

NERV. CAPITEL INT. = + 2# 5

NERV. FAJA MEDIA = + 2# 5


186

EN LA DIRECCION CORTA EL ANCHO DE RECUADRO ES DE 7.00 M. Y EL CLARO DE 4.00M. LAS NERVADURAS

DE FAJA MEDIA SON 6, EN LUGAR DE SOLO DOS . EN PROPORCIÓN LOS FACTORES DE REDUCCIÓN SERÁN:

NERV. DE CAPITEL: 7/4*(4^2/7^2)= .57

NERV. DED F.M.: .57*6/2 =.19,

RESULTANDO:

NERV. CAPITEL EXT. = + 1#4+1#3 2#4 NERV. CAPITEL INT. = + 2#4


10.2. LOSA AZOTEA.

SE DISEÑARA A BASE DE FACTORES. LA CARGA DE ENTREPISO

ES MAYOR QUE LA DE AZOTEA Y EL FACTOR A UTILIZAR SERÁ:

F = 770/1130 = 0.68.

DIRECCION LARGA


NERV. CAPITEL EXT. = + 2#4 NERV. CAPITEL INT. = + 1# 5+1#4

NERV. FAJA MEDIA = + 1#5+1#4

DIRECCION CORTA



NERV. FAJA MEDIA = +2#3

10.3. LOSA AZOTEA INCLINADA.

SE LOCALIZA ENTRE LOS EJES 2a-3a DE Ba A Fa Y ENTRE LOS

EJES Ea-Fa DE 3a A 5a.


187

Ba

Ca

Da

Ea

Fa

2a 3a 4a 5a

4000

4000

4000 4000 4000

4000

4000

127

253253

127

253

253

127

127

LOSA SUPERIOR. ES IGUAL A LA LOSA DE PLANTA BAJA. VER INCISO 10.1.:




C = 30 CM.

L max = (400^2+115^2)^0.5 = 416 CM F = 1.15-C/L = 1.15-30/416 = 1.08

Mo = 0.10WLF(1-2C/3L)^2 =0.100 WL < 0.125 WL

R = 0.100/0.125 = 0.8

CARGAS Y MOMENTOS TOTALES: wut = (670*1.4+100*1.7)*4.00 = 4430 Kg/M

-Mut = 0.8*4430*4.16^2/10 = -6130 Kg-M

+Mut = 0.8*4430*4.16^2/14 = 4380 Kg-M

+Mut = 0.8*4430*4.16^2/8 = 7660 Kg-M


NERVADURAS DE CAPITEL EXTERIOR. -Mu = 0.21*6130/2 = -650 Kg-M

+Mu = 0.30*4380/2 = 660 Kg-M

+Mu = 0.30*7660/2 = 1150 Kg-M


188


-Mu = 0.30*6130/2 = -920 Kg-M

+Mu = 0.4*4380/2 = 880 Kg-M

+Mu = 0.4*7660/2 = 1530 Kg-M



M NERV. FUERA DE CAP. : -Mu = 0.60*4300/3 = -860 Kg-M +Mu = 0.60*4380/3 = 880 Kg-M

+Mu = 0.60*7660/3 = 1530 Kg-M

REVISIÓN DE CAPITEL A FLEXIÓN. UTILIZANDO EL PROGRAMA ANTES MENCIONADO, TENEMOS:

Mu = 4300 Kg-M

b = bw = 2*60+3*25.3 = 195.9 CM REC = 3 CM

d = 6 CM < 17+3 = 20 CM

H = 20 CM ; As = 6.9 CM2 = 6 # 4

VER DIBUJO EB.EC.02

REVISIÓN A CORTANTE. CORTANTE PERIMETRAL EN COLUMNAS. Vu = 1110*4.16*4.00*1.10 = 20300 Kg

bo = 4*(30+17) = 188 CM

VC = 0.85*1.10*250^0.5*188*17 = 47300 Kg > 20300 Kg

CORTANTE DE VIGA , FUERA DE CAPITEL Vu = 20300-1110*1.88^2 = 16400 Kg

bo = 6*25.3+6*25.3 = 303.6 CM

Vc = 0.85*0.53*250^0.5*303.6*17=36760 Kg>16400 Kg O.K.


LAS DE CAPITEL INTERIOR Y EXTERIOR Y DE 12 CM. EN LAS DE FAJA MEDIA, EN LA DIRECCIÓN LARGA, Y DE 25.3 y 12 CM,

RESPECTIVAMENTE, EN LA DIRECCIÓN CORTA. EL PERALTE

TOTAL SERÁ DE 20 CM. TIPO. EN CONSECUENCIA SOLO

INDICAREMOS LOS REFUERZOS.


-Mu = -650 Kg-M ; As = 1.1 CM2 = -2# 3

+Mu = 660 Kg-M ; As = 1.1 CM2 = 2# 3

+Mu = 1150 Kg-M ; As = 1.9 CM2 = 1#4+ 1# 3


-Mu = -920 Kg-M ; As = 1.6 CM2 = -2#3

+Mu = 880 Kg-M ; As = 1.4 CM2 = 2# 3 +Mu = 1530 Kg-M ; As = 2.4 CM2 = 2# 4


-Mu = -860 Kg-M ; As = 1.4 CM2 = -2# 3

+Mu = 880 Kg-M ; As = 1.4 CM2 = 2# 3

+Mu = 1530 Kg-M ; As = 2.4 CM2 = 2# 4

CAPITEL: 2# 4 EN CADA CASETÓN Y EN CADA DIRECCIÓN.

LOSA CONTINUA:





189

LOSA SIMPLEMENTE APOYADA:




11.0. EDIFICIO ADMINISTRATIVO.

11.1. LOSA NIVEL 1

Ac

1c

Bc

Cc

2c 3c 4c 5c

2300

6c

Ec

Fc

F'c

Gc

4000

3000

4600

1400

4000 4000

2400

4200

4000 4000

LOSA SUPERIOR. ES IGUAL A LA LOSA DEL EDIF. PPAL. VER INCISO 9.1.:



NERVADURAS ES IGUAL A LA LOSA DEL EDIFICIO DE BIBLIOTECA VER

INCISO 10.1.:

LOSA ESPESOR 30 CM. CAPITEL: 2 # 5 EN CADA CASETÓN Y EN CADA LÍNEA.

DIRECCION LARGA ( L=7.00 M)




DIRECCION CORTA




11.2. LOSA NIVEL 2


190

Ac

1c

Bc

Cc

2c 3c 4c 5c 6c

Ec

Fc

Gc

ES IGUAL A LA LOSA DEL EDIFICIO DE BIBLIOTECA VER

INCISO 10.1.

11.3. LOSA AZOTEA

. SERÁ IGUAL A LA DEL EDIFICIO DE BIBLIOTECA. VER INCISO

10.3

6c

Hc

Fc

Gc

Ac

Cc

Ec

Bc

2c1c 3c 4c 5c


191

11.4. LOSA AZOTEA INCLINADA. ES IGUAL A LA DE BIBLIOTECA VER INCISO 10.3.

12.0. PASILLOS.

SE LOCALIZAN A LOS LADOS DEL EDIFICIO PRINCIPAL Y SIRVEN PARA UNIRLO A LOS EDIFICIOS DE

BIBLIOTECA Y ADMINISTRATIVO.

4000

127

253

253

127

4000

127

253 253

127

4000 4000

12.1. LOSA AZOTEA

LOSA SUPERIOR. ES IGUAL A LA LOSA INCLINADA VER INCISO 10.3.2



NERVADURAS ES IGUAL A LAS NERVADURAS DE LA LOSA INCLINADA VER

INCISO 10.3

12.2. LOSA NIVEL 2 SE DISEÑARA POR FACTORES:

F = 1/0.68 = 1.47

12.3. LOSA NIVEL 1 SERÁ IGUAL A LA LOSA DEL NIVEL 2.

12.4. LOSA NIVEL P.B. SERÁ UN FIRME DE CONCRETO f'c = 200 Kg/CM2 DE 10 CM.

DE ESPESOR, ARMADO CON MALLA 66/1010.

12.5. COLUMNAS. SE UTILIZARÁN COLUMNAS DE CONCRETO f'c = 200 Kg/CM2 DE

30x30 CM ARMADAS CON 6#5 Y ESTRIBOS #3 @25 CM. CON

UNA CAPACIDAD DE CARGA DE 113 TON.

SE TENDRÁN CUATRO TIPOS DE COLUMNAS:


192

UNA ESQUINERA CON DOS NIVELES, UNA ESQUINERA CON

TRES NIVELES, UNA CENTRAL CON DOS NIVELES Y UNA

CENTRAL CON TRES NIVELES.

LOC. AREA 1.4WD 1.7WL U PU (T) PUT(T) TIPO

ESQ. 4.00 0.940 0.170 1.110 4.440 4 AZOTEA

ESQ. 4.00 1.090 0.600 1.690 6.760 11 N-2

ESQ. 4.00 1.090 0.600 1.690 6.760 18 N-1

CENT. 8.00 0.940 0.170 1.110 8.880 9 AZOTEA

CENT. 8.00 1.090 0.600 1.690 13.520 23 N-2

CENT. 8.00 1.090 0.600 1.690 13.520 37 N-1

ESQ. 4.00 0.940 0.170 1.110 4.440 4 AZOTEA

ESQ. 4.00 1.090 0.600 1.690 6.760 12 N-1

CENT. 8.00 0.940 0.170 1.110 8.880 9 AZOTEA

CENT. 8.00 1.090 0.600 1.690 13.520 25 N-1

COMO SE PUEDE VER EN LA TABLA ANTERIOR, TODAS LAS

COLUMNAS RESISTEN CARGAS MENORES DE LA CAPACIDAD

DE LA SECCIÓN SELECCIONADA.

12.6. PEDESTALES Y ZAPATAS.

PEDESTALES. TENDRÁN UNA SECCIÓN DE 35x35 CM. CON EL MISMO

ARMADO DE LAS COLUMNAS.

ZAPATAS. SE TENDRÁN ZAPATAS MÍNIMAS DE 1.00x1.00x0.30 M.


193

13.0. ESCALERAS.

13.1 EDIFICIO PRINCIPAL.

ESCALERA PRINCIPAL.

G

6b

450

200

3000

200

100

3050

200

7100

300 2950 200 2950 300

150200

10050

150

GF

1625

1625

1650

3300

3300

4250

3250

3300

3300

3300

2600

6800


194

PRIMER TRAMO.

CARGAS

RAMPA:

CARGA MUERTA

P. P. LOSA 310 Kg/M2

ESCALONES 200 Kg/M2

PISO 180 Kg/M2

TOTAL CARGA MUERTA 690 Kg/M2

CARGA VIVA 350 Kg/M2

CARGA TOTAL 1040 Kg/M2

DESCANSO:

CARGA MUERTA

P. P. LOSA 310 Kg/M2

PISO 120 Kg/M2

TOTAL CARGA MUERTA 430 Kg/M2

CARGA VIVA 350 Kg/M2

CARGA TOTAL 780 Kg/M2

LOSA RAMPA:

wu = 690*1.4+350*1.7 = 1560 Kg/M L1 = 2.95+0.1+0.2 = 3.25 M

M1 = 1560*3.25^2/8 = 2060 Kg-M

CON EL PROGRAMA DE LA CALCULADORA

PROGRAMABLE:

b = bw = 100 CM., REC, = 3 CM.; d = 6 CM.; h = 13 CM.

As = 5.9 CM2/M= #4@20*

Ast = 2.3 CM2/M=#3@30*

USAR LOSA DE CONCRETO f'c = 250 Kg/CM2 DE 13 CM DE

ESPESOR CON # 4 @ 20 CM EN DIRECCIÓN CORTA Y # 3 @ 30

CM. EN DIRECCIÓN LARGA.

LOSA DESCANSO:

wu = 430*1.4+350*1.7 = 1200 Kg/M

L2 = 3.05+0.1+0.1 = 3.25 M

M = 1200*3.25^2/8 = 1580 Kg-M

d = 5 CM

h = 13 CM

As = 4.5 CM2/M = #4@28*

Ast = 2.3 CM2/M= #3@30*

USAR LOSA DE CONCRETO f'c = 250 Kg/CM2 DE 13 CM DE

ESPESOR CON # 4 @ 28 CM EN DIRECCIÓN CORTA Y # 3 @ 30

CM. EN DIRECCIÓN LARGA.

* POR URGENCIAS DEL MOMENTO ESTA ESCALERA SE

CONSTRUYO USANDO UN CÁLCULO PRELIMINAR, POR LO

CUAL LOS REFUERZOS EN EL PLANO PUEDEN SER DISTINTOS,

PERO NO MENORES QUE LOS INDICADOS

VIGA V1 DE DESCANSO

wu = 1200*1.60+ .30*.25*2400*1.4 = 2200 Kg/M.

l = 3.25 M.


195

Mu = 2200*3.25^2/8 = 2900 Kg-M.

Vu = 2200*3.25/2 = 3600 Kg.

b = 30

d = 14 < 22+3 = 25 CM.

As = 3.75 CM2 = 2#5 *

ESTR. MÍNIMOS #3@20 CM.

USAR SECCIÓN 30x25CM CON 2#3 EN LECHO SUPERIOR Y 2 #

5 EN LECHO INFERIOR CON ESTRIBOS # 3 @ 20 CM.

CIMIENTOS CORRIDOS

ESF. ULTIMO EN SUELO fsu = 48 T0M/M2 (CAP-6.1.2)

MURO CIRCULAR EN DESCANSO

wu = 1200*3.25/2+350*2.70/1.4 = 3270 KG--M

b = 3.27 TON./48 = .07 M.,

USAR bmin = 30 CM.

MURO INTERIOR RAMPAS

wu = 1560*3.20 + 350*3.30*1.4 = 6600 KG/PISO wu tot: = 6600*4 PISOS = 26400 KG/M.= 26.4 TON/M

b = 26.4 / 48 = 0.56 M

USAR b = 0.60 M

MUROS EXTERIORES RAMPAS.

wu = 1560*3.25/2+350*3.3*1.4= 4150 Kg/M/PISO

wu tot = 4150*4 PISOS = 16600 KG/M = 16.6 TON/M

b = 16.6/48 = 0.35 M

USAR b = 60 CM.

USAR CIMIENTO CORRIDO DE 60 CM DE ANCHO EN LA

ZONA DE RAMPA Y DE 40 CM. DE ANCHO EN LA ZONA DE

DESCANSO. CONCRETO f'c = 100 Kg/CM2 CON 40% DE

BOLEO.

SEGUNDO TRAMO (TIPO).

LAS LOSAS SON IGUALES QUE LAS ANTERIORES, EXCEPTO QUE

EL MURO CIRCULAR DE APOYO DEL DESCANSO DE SUBSTITUYE POR VIGAS DIAGONALES.

VIGA V2 DESCANSO

L = 4.52M

wu = (1220+1480)*1.306 = 3270 Kg/M

M = 3270*4.52^2/8 = 8400 Kg-M

V = 3270*4.52/2 = 7400 Kg

FUNCIONA COMO VIGA “T” CON:

b = 60 CM. APROX. bw = 20 CM.

d = 16 CM

h = 45 + 5 = 50 CM

As =6.2 CM2 --->3 # 5 CORRIDAS EN L.I.

Ast = 2.6 CM2

ESTRIBOS # 2 @ 20 CM.

USAR SECCIÓN 20x50 CM CON 2#3 EN LECHO SUPERIOR Y 3#

5 EN LECHO INFERIOR CON ESTRIBOS # 2 @ 20 CM.


196

SEGÚN CARTAS DE AGOSTO 6 Y SEPT. 3 DEL AÑO EN CURSO, FUERA DE NUESTRO CONVENIO ORIGINAL DE DISEÑO

ESTRUCTURAL, QUEDARON PENDIENTES AUN POR RESOLVERSE LAS ESCALERAS DEL EDIFICIO ADMINISTRATIVO Y

LA ESCALERA EXTERIOR DEL EDIFICIO PRINCIPAL (DE LAS CUALES NECESITAMOS NOS PROPORCIONE EL CLIENTE

LA LOCALIZACIÓN DE COLUMNAS O MUROS DE APOYO), LA CUBIERTA GENERAL DEL PATIO Y EL DOMO DE LA

TORRE DEL EDIFICIO PRINCIPAL.

MONTERREY, N.L., SEPTIEMBRE 29 DE 1997


197


Río Amacuzac 1201 Ote.

Garza García, N.L.

P r e s e n t e.

ESCUELA DE GRADUADOS DUXX

DISEÑO ESTRUCTURAL II. MEMORIA

NOTA: EL DISEÑO SE MODIDICO EN EL 2005. VER MEMORIA DEL DISEÑO

DEFINITIVA EN HOJA 208

Junio 16 de 1997




TEL/FAX: 310-8151

SECRETEL: 318-0528

RFC: GMA-800318UQ9

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. ESCUELA DE GRADUADOS DUXX

198



Garza García, N.L.

P r e s e n t e.

Atn. Ing. Luis Mata y Arq. Rogelio González Garza Junio 16 de 1997



Contenido:

1.0 Antecedentes. 2.0 Descripción, 3.0 Materiales y especificaciones.

4.0 Cargas básicas, 5.0 Columnas y Cimentación. 6.0 Muro de Con-

tención. 7.0 Losas sótanos Niv. -3.60 y - 2.10. 8.0 Losas Planta Baja

Niv. +0 .00 y +0.94, 9.0 Losas Azotea Actual. 10.0 Dibujos.

1. ANTECEDENTES:

Se referirá la presente memoria a la estructura de la ampliación de Escuela de Graduados del DUXX,

obra a cargo de Constructora Krone, S.A. de C.V., que se construirá en la Calzada del Valle Num.106,

entre Grijalva y Tamazunchale, Col. del Valle, San Pedro Garza García, N.L. El trabajo se hará de

acuerdo al proyecto arquitectónico de OMEGA, proporcionado para el efecto por el cliente. Los

estudios de suelos son Perforaciones y Estudios de Suelos, S.A. cuya copia se anexa.

Con anterioridad se diseñó una solución para un solo piso superior sobre dos sótanos. Ahora trataremos

de una segunda solución como se describe a continuación.

2. DESCRIPCIÓN:

La ampliación del DUXX es mediante un edificio de tres pisos para oficinas, aulas y auditorio, colocado

sobre un sótano de dos pisos para estacionamiento de automóviles con medios niveles escalonado. Las

plantas, aun cuando con partes circulares al frente, en la zona del auditorio, ocupan un terreno

rectangular de 30x50 m. Ver dibujos de Omega, Duxx. Núms. A1 a A5 anexos.

Por acuerdo con el cliente, las losas de los pisos superiores, incluyendo azotea, segundo y primer piso

serán de paneles Hebel para losa, apoyadas en un sistema de vigas metálicas; las de planta baja y sótano

serán de concreto reforzado de 30 y 25 cm de espesor, aligeradas con casetones desmontables de fibra de

vidrio de 60x60 cm.. Muros de contención, columnas y firmes serán de concreto reforzado. Ver dibujos

DUXX.EC.200 a 207.


199

3. MATERIALES Y ESPECIFICACIONES

En general utilizaremos los siguientes materiales:

Concreto f’c 100 kg/cm2 en plantillas.

Concreto f’c 200 kg/cm2 tipo, excepto indicados.

Concreto f’c 250 kg/cm2 solo losas.

Acero de refuerzo fy 4200 kg/cm2.

Malla electrosoldada fy 5000 kg/cm2

Acero estructural ASTM-A36

Esf. admisible en suelo bajo sótanos: 3.20 kg/cm2.

Las cargas vivas serán de acuerdo al Reglamento del D.F. 1985. Para el diseño estructural de concreto

reforzado se seguirá al Manual ACI-318-89. Para la construcción utilizaremos las normas ACI--301-72 .

Para el acero seguiremos las normas AISC-1985

4. CARGAS BÁSICAS

Las cargas principales serán las siguientes, aparte de pesos de vigas, columnas y muros cargadores o de

contención.:

LOSA AZOTEA CARGA MUERTA

Peso propio = 850*0.10+.04*2400 180 kg/m2.

Impermeabilización y acabados 120 kg/m2.

Total carga muerta wm = 300 kg/m2.

Carga viva Azotea (Eq. AA) wv = 200 kg/m2.

wt = 500 kg/m2

wu = 1.4*300+1.7*200 = 760 kg/m2

ENTREPISOS SUPERIORES CARGA MUERTA

Peso propio = 850*0.10+.04*2400 180 kg/m2.


Muros interiores Hebel 120


Carga viva Azotea (Oficinas) wv = 250 kg/m2.

wt = 670 kg/m2

wu = 1.4*420+1.7*250 = 1010 kg/m2

ENTREPISO PLANTA BAJA CARGA MUERTA

Peso propio = 2400*0.30*0.68 = 490 kg/m2.

Piso y acabados 100 kg/m2.

Muros interiores y rellenos 400 kg/m2.


Carga viva público wv = 300 kg/m2.

wt = 1290 kg/m2

wu = 1.4*990+1.7*300 = 1900 kg/m2

Esta carga es la estimada para la zona de auditorios. Ver

cargas en zona de oficinas y cubículos en capitulo 9.0


200

ENTREPISO SOTANO 1 CARGA MUERTA

Peso propio = 2400*0.25*0.60= 360 kg/m2

Sobre piso opcional 60 kg/m2

Total carga muerta, wm = 420 kg/m2

Carga viva estacionamiento wv = 250 kg/m2

wt = 480+250 = 670 kg/m2

wu = 1.4*420+1.7*250 = 1010 kg/m2

5. COLUMNAS Y CIMENTACIONES

Debido al programa de obras, desarrollaremos la memoria de abajo a arriba, empezando por

cimentaciones y columnas. Sobre la losa de planta baja hay columnas de concreto y metálicas, regidas

por el proyecto arquitectónico. En los sótanos todas las columnas son de concreto reforzado de

dimensiones normales definidas arquitectónicamente, de 50 cm. de diámetro las interiores, que quedan

en las circulaciones de vehículos, y cuadradas de 50x50 cm. el resto. Ver dibujo DUXX.EC.201

Cargas:

Según la plantas tenemos las cargas columnas interiores

siguientes. Para tomar en cuenta pesos propios de

columnas aumentaremos las cargas de losas en 40 kg/m2

en azotea y 50 en entrepisos.

1. CARGAS EN COLUMNAS AZOTEA FUTURA

Eje 7B,7C,Y SIMET.: P7u = ----------------- = 0 Ton.


Eje 5B,5C,Y SIMET.: P5u = 3.00*6.00*0.80 = 14 Ton.




Eje 1E,1C,5D Y 5E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y 0E: P0u = 4.25*6.00*0.80 = 20 Ton.

2. CARGAS EN LOSA 2o. PISO FUTURO







Eje 1E,1C,1D Y 1E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y 0E: P0u = 4.25*6.00*1.06 = 27 Ton.

2. CARGAS EN LOSA 1er. PISO (AZ. ACTUAL)





201




Eje 1E,1C,1D Y 1E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y 0E: P0u = 4.25*6.00*1.06 = 27 Ton.

3. CARGAS DE LOSAS PLANTA BAJA


Eje 6B,6C,Y SIMET.: P6u = 6.50*6.00*1.95 = 76 Ton





Eje 1E,1C,1D Y 1E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y OE: P1u = 4.25*6.00*1.95 = 49 Ton.

2. CARGAS DE LOSAS SOTANO 1







Eje 1E,1C,5D Y 5E: P1u = 3.00*6.00*1.15 = 21 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y OE: P1u = ----------------- = 0 Ton.

3. PESOS DE MUROS DE CONTENCIÓN

mu = 1.4*.20*8.00*2.4 = 5.4* Lm.

Zapatas interiores

Mediante cálculos preliminares determinamos solo los

cuatro tipos de zapatas siguientes: Los espesores y

refuerzos se obtienen por interpolación del manual CRSI-

1992 para esfuerzo factorizado de 32*1.53 = 49 ton/m2

10,000 psf. La carga resistente se calcula como sigue:

qu = 49.6 Ton/m2

Az = Área de la zapata en m2.

t = espesor de la zapata en metros

Pu = Az*(qu-1.4*2.4*t)

TABLA DE DISEÑO DE ZAPATAS MCA

Núm.

DIMENS

cms.

ESPESOR

cm.

REFUERZO

cada dirección

Pu

Ton.

Z1 100 x 100 30 4 # 5 49

Z2 165 x 165 45 6 # 6 131

Z3 215 x 215 60 9 # 6 220

Z4 240 x 240 65 11 # 6 273


202

CARGAS Y DISEÑO DE ZAPATAS:

La suma de las carga dadas en el capitulo anterior

proporcionan la carga máxima en cada punto con las

cuales determinamos el tipo de zapata. En cada eje las

zapatas laterales tienen el 50% de las exteriores.

EJE L EJE N OPERACIONES Ptotu

Ton.

ZAPATA

Marca

B,C,D,E 7 0+54+54+62+21 191 23

6 0+0+0+76+45 121 Z2

5 14+60+60+76+45 255 Z4

4 29+38+38+70+41 216 Z3

3 31+41+41+76+45 234 Z4

2 37+49+49+70+45 250 Z4

1 0+0+0+0+21 21 Z1

0 20+27+27+49+0 123 Z2

No incluimos el peso de muros de contención porque éstos

tendrán su propia cimentación. Ver cálculo enseguida

Zapata corrida exterior:

Carga max. en Col interior Pui = 230 ton.

Carga máxima col exterior Pue = 230/2 = 115 Ton.

Carga uniforme equivalente: wue = 115/6.5 = 17.7 Ton/m

Peso de muros de contención = 5.4 Ton/m

Carga uniforme total: wu = 23.1 Ton/m

Ancho req. de zapata: 23.1/49.6 = 0.47 m. 50 cm. min.

Pediremos zapata corrida de 40 cm. de ancho y 30 cm. de

espesor con refuerzo mínimo. ver dibujo DUXX.EC202

Columnas interiores en sótanos:

En los sótanos tendremos columnas de concreto reforzado

cuadradas de 50x50 y redondas de 50 cm. de diámetro.

Mediante cálculos preliminares determinamos solo 3 tipos

de columnas. Para concreto f’c 200 kg/cm2 y refuerzo fy

4200 kg/cm2, la resistencia de la columna es de:

Pn = 0.70*0.80*(.85*200*(Ag-As)+.01*4200*AS)

= 95.2*(Ag-As)+2352*As, ( kg )

= .0952*(Ag-As)+2.352*As, ( Ton )

Sección SR1: (Sección redonda Núm. 1) ( ANULADA)

Sección: = 50 cm.-10#8-Est.#3@40 cm,

Ag = .785*50^2 = 1963 cm2

As = 10#8 min. = 50 cm2; Ro = .025

Pn = .0952*(1963-50)+2.352*50 = 299 Ton.


203

Sección SR2: (Sección redonda Núm. 2)

Sección 50 cm.-6#8-Est.#3@40 cm,

Ag = .785*50^2 = 1963 cm2

As = 6#8 = 30 cm2

Pn = .0952*(1963-30)+2.352*30 = 254Ton.



As = 6#6 = 17 cm2

Ag = .785*50^2 = 1963 cm2> 100As=1700

Pn = .0952*(1700-17)+2.352*17 = 200 Ton.



As = 6#5 = 12 cm2

Ag = .785*50^2 = 1963 cm2> 100As=1200

Pn = .0952*(1200-11)+2.352*11 = 139Ton.

Sección SC1: (Sección cuadrada Núm. 1)

Sección 50x50 cm.-8#6-Est.#3@30 cm,

As = 8#6 = 22.7 cm2

Ag =50x50 = 2500 cm2> 100As= 2270 cm2

Pn = .0952*(2270-22.7)+2.352*22.7 = 267Ton.



As = 8#5 = 16 cm2

Ag =40x40 = 1600 cm2; Ro= .01

Pn = .0952*(1600-16)+2.352*16 = 188 Ton.

las cargas máximas en cada caso son:

EJE 2o.

sótano

Col

tipo

1er.

sótano

Col.

tipo

Planta

baja

Col.

tipo

1er.

Piso

Col.

tipo

2o.

Piso

Col.

tipo

7 191 SC2 170 SC2 108 SC2 54 SC2 ---- ----

6 121 SR4 76 SR4 ----- ----- ---- ---- ----- ----

5 255 SR2 210 SR3 134 SM1 74 SM1 14 SM1

4 216 SC1 175 SC2 105 SM1 67 SM1 29 SM1

3 234 SR2 189 SR3 113 SM1 72 SM1 31 SM1

2 250 SR2 205 SR4 135 SM1 86 SM1 37 SM1

1 21 SC2 ---- ---- ---- ---- ---- ----

0’ 123 SC2 123 SC2 74 SM1 47 SM1 20 SM1

Las columnas de planta baja fueron especificadas arquitectónicamente, metálicas CM1 = IPR-203x203-

46 Kg/m, y de concreto CC3, de 40x40 cm. éstas solo en ejes 1 y 2. Su capacidad es del orden de 73 y

Ver dibujos DUXX.EC.201 y 205


204

6. MUROS DE CONTENCIÓN

Los tipos principales de muros se detallan en el dibujo DUXX.EC.02 anexo.

Muro MC1 y MC2:

Es un muro en voladizo de 4.50 m.

del Manual CRSI-1992 obtenemos:

Suelo tipo B. Relleno a nivel.

Altura hw = 4.40 m 14-9”

espesor de muro y zapata A = 16” = 40 cm.

Talón del muro = 5’-1 150 cm.

Ancho total zapata = 8’4” = 250 cm.

Punta : 250-150-40 = 60 cm.

Ref. Muro: As= 0.734 in2/pie = 15.5 cm2/m #6@18 cm.

Ref. Sup. Zapata ( Vas. P) = #6@22 cm. #6@18 cm.

Ref. de temperatura muro = #6@ 30 cm.

En eje 1 el muro se complemente con un pequeño murito de

1.10 m. de altura total, que especificamos con espesor y

refuerzo mínimo, empotrado en un cimiento corrido.

Muro MC3

Es un muro de sótano de dos pisos de altura

Alturas entre losas: h1 = 3.30 m., h2 = 2.73 m.

Alturas a LC claros: hm1 = 1.95 m., hm2 = 5.24 m.

Cargas de trabajo a media altura:

= 1600 kg/m3, = 32.5 º, kr = 0.300;

w = 1600*.30 = 480 kg/m3

wu1 = 480*1.95 = 940 kg/m2

wup = 480*3.60 = 1730 kg/m2

wu2 = 480*5.24 = 2520 kg/m2

Momentos máximos de trabajo:

+M1 = 940 * 3.30^2 /14 = + 730 kg-m.

- M1 = 1730 * 3.02^2 /10 = - 1580 kg-m.

+M2 = 2520 * 2.73^2 /14 = + 1340 kg-m.

Peralte y refuerzo, opción por esf. de trabajo:

d = .26*( 1580)^.5 = 10.3 < 16+4 = 20 cm.

Asmax.=1580/(1700*.89*.16) = 6.53 cm2 =#4@19.@20

rige refuerzo de temperatura

Astv = .0015*2000= 3.0 cm2/m = Var.#@ 24 cm

Asth = .0025*2000= 5.0 cm2/m = Var.#4@ 25 cm.

Muros MC4

Es un pequeño muro en voladizo de 1.50 m. de altura, que

especificamos con espesor y refuerzo mínimo, empotrado

en un cimiento corrido.


205

Muro MC5

Es apoyado de piso a techo con altura total de 2.25 m.

w = 480*2.25/2 = 540 kg/m2 a media altura

M = 540*2.25^2/8 = + 340 kg-m.<< 1580.

rige espesor mínimo y refuerzo de temperatura

muro espesor 20 cm. con parrilla #4@25 cm. del lado

libre.

Muro MC6





wu1 = 480*2.10/2 = 540 kg/m2

wup = 480*244 = 1170 kg/m2

wu2 = 480*3.75 = 1800 kg/m2


+M1 = 540 * 2.64^2 /14 = + 270 kg-m.

- M1 = 1170 * 2.70^2 /10 = - 850 kg-m.

+M2 = 1800 * 2.75^2 /14 = + 970 kg-m.<<1580

d = 16+4 = 20 cm.

Asmax.=970/(1700*.89*.16) = 4.0 cm2 no rige

Asth = .0025*2000= 5.0 cm2/m = Var.#4@ 25 cm.

Muro MC7

Es apoyado de piso a techo con altura de 3.50 m. aprox..


M = 840*3.50^2/8 = +1300 kg-m.<< 1580.

d = 16+4 = 20 cm.

As= 1300/(1700*.89*.16) = 5.4 cm2/m = #4 24 25 cm


libre.

Muro MC8:

Es un muro en voladizo de 3.00 m. de altura. Ver dibujo



Altura hw = 3.00 m 10”


Talón del muro = 3’-5” 100 cm.

Ancho total zapata = 8’4” =170 cm.

Punta : 170-100-30 = 40 cm.


Ref. Sup. Zapata ( Vars. P) = #5@30 cm.



206

Los muros de contención actúan como vigas aperaltadas,

de 6.00 m. o mas de peralte total y claros de 6.00 o 7.00

m.. en el caso crítico se tiene:

wu = 12.1 Ton/m. (hoja 5)

L prom = (6.00+7.00) /2 = 6.50 m.

Mu = 12.1*6.50^2/10 = 51.2 Ton-m.

con el programa:

Mu = 51200 kg-m. ; b = bw = 20 cm.; rec = 5 cm.

se obtiene d = 70 cm. < 295+5 = 300 cm.

H = 600; As = 2.3 cm2 < 2#5 aprox.

Será más que suficiente con usar 2#5 en cada patín.

7. FIRMES DE SÓTANOS ( N.-6.60 Y -5.10 )

En ambos casos se trata de firmes para estacionamiento de automóviles. De acuerdo a las especifica-

ciones del manual CRSI-63, se necesita espesor 15 cm. con malla 66/66 de lecho superior, de acuerdo a

los detalles mostrados en el dibujo DUXX.EC.201

8. LOSAS DE SÓTANOS ( N.-3.60 Y -2.10 )

En el dibujo DUXX.EC.203 anexo se detalla la planta de montaje de bloques y nervaduras de las losas,

sus refuerzos de capiteles y patín de compresión, y el refuerzo de cada una de las distintas nervaduras.

Enseguida analizaremos el recuadro crítico con ancho tributario de 6.00 m x 7.0 m. y los factores de

reducción para otros anchos o claros distintos

1.0 Patín de compresión

wu = 1010 kg/m2 ( Hoja 2 )

Pu = 1500*1.7 = 2550 kg. ( reglamento del D.F.)

Lx = Ly = 0.60 m.

Muw = 1010*0.60^2/20 = 18 kg-m/m. No rige

Mup = 2550*.60/10 = 153 kg-m

Usamos un programa de computadora de

f’c = 250 kg/cm2., fy = 5000 kg/cm2 ( Malla de alambre ),

C1 = 0.75, Ct = .0033

Zona sísmica = No

Mu = 153 kg-m, b =100 cm., bw = 60 cm., Rec. = 2.5 cm.

resultando:

d = 2.0 cm. < 2.5 cm. OK

H = 5 cm., de = 2.5 cm.

As = 1.49 cm2

= malla 66/44.

Losa de f’c 250 kg/cm2 de 5 cm. de espesor reforzada con

malla electrosoldada 66/44 a medio peralte.

Opcionalmente usar losa de 7 cm., con malla 66/66

2.0 Nervaduras:


207

2.1 Factor De Reducción (Westgaard)

cequiv. = .89*50 = 44.5 cm.

Lmax. = 700 cm.

F = 1.15 - c/L = 1.09

M0 = .10WLF(1-2c/3L)2 = 0.100WL < 0.125 WL

R = 0.100/0.125 = 0.80

2.2 Cargas y Momentos totales:

wut = 1010*6.0 = 6060 kg/m.

--Mut = 0.80*6060*6.50^2/10 = - 20500 kg-m

+Mut = 0.80*6060* 7.00^2/14 =+17000 kg-m

2.3 Momentos en nervaduras:

Nervaduras de capitel exterior(N11,N1 y similares)

-Mu = 0.21*20500/2= - 2200 kg-m.

+Mu =0.30*17000/2= + 2600 kg-m.

Nervaduras de faja media (N12, N2 y similares)

-Mu = 0.30*20500/5= - 1300 kg-m.

+Mu =0.40*17000/5= + 1400 kg-m.

Nervaduras de capitel interior (N13, N3 y similares)

M total en capitel: -Mu = 0.70* 20500= - 14400 kg-m.

M nerv. fuera de cap.: -Mu = 0.70*14400/3= - 3400 kg-m.

+Mu =17000*0.60/3= + 3400 kg-m.

2.4 Revisión del capitel a flexión

Utilizando el programa antes mencionado tenemos:

Mu = 14400 kg-m

b = bw = 2*63.5+3*20 = 187 cm.

Rec. = 3 cm.

d = 12 cm. < 22+3 = 25 cm. OK.

H = 25 cm. ; As = 18.1 cm2 = 10 #5 < 13 #5 OK.

ver dibujo DUXX.EC.203

2.5 Refuerzo de Nervaduras:

Según el dibujo usaremos anchos de 20 cm para las de

capitel interior y exterior y de 12.5 cm. en las de faja

media. El peralte total es típico de 25 cm. En consecuencia

solo necesitamos indicar los refuerzos.

Nerv. de Capitel exterior: N11, N1 y similares:

- Mu = - 2200 kg-m; As = 2.83 cm2 < - 2#5

+ Mu = - 2600 kg-m; As = 3.20 cm2 < +2#5

Nerv. de Faja media: N12, N2 y similares:

- Mu = - 1300 kg-m; As = 1.68 cm2 < - 1#5


208

+ Mu = - 1400 kg-m; As = 1.70 cm2 < +1#5

Nervaduras de capitel interior: N13, N3 y similares

- Mu = - 3400 kg-m; As = 4.56 cm2 - 3#5

+ Mu = - 3400 kg-m; As = 4.20 cm2 = +3#5

En el dibujo DUX.EC.203 se muestran los refuerzos calculados de las nervaduras en las secciones

críticas. En otras secciones el refuerzo se corrige por inspección, en función de su ancho tributario

(6.50/6.00 = 1.08 ) o del cuadrado del claro (6.00^2/6.5^2=.85 o 6.00^2/7.00^2=.74 ) o por su posición

en la obra, por ejemplo, en casos simplemente apoyados (en donde el coeficiente de momento positivo

es de 1/8, en lugar del de 1/14, factor = 14/8=1.75) o en apoyos extremos (donde el coeficiente es de

1/24 en lugar de 1/10) de casos continuos.

2.6 Revisión a cortante

Cortante perimetral en columna

Vu = 1060*6.50*6.00*1.10 =45500 kg.

bo = 4*(44+22) = 264

Vc = .85*1.10*250^.5*264*22= 89900>45500 kg. OK.

Cortante de viga, fuera del capitel

x = 63.5*2+20*3+23*3 = 256 cm. = 2.56 m.

Vu = 45500-1060*2.56^2 =38600 kg.

bo = 12*20 = 240 cm.

Vc = .85*.53*250^.5*240*22= 37600 38600 kg.

Se necesita ampliar el ancho de las nervaduras. Pondremos casetones de 40 cm. en el perímetro de los

capiteles., según planta en dibujo DUXX.EC.203, con lo cual:

bo = 240+8*20 = 400 cm.

Vc = .85*.53*250^.5*400*22= 62700 >> 38600. OK

Esta precaución es solo necesaria en los ejes adyacentes al claro de 7.00 m. En el resto el ancho

tributario y el claro medio de 6.00 m., en cuyo caso:

Vu = 1060*6.00*6.00*1.10-10600*2.56^2= 27500 < Vc

OK

En la siguiente línea de casetones el cortante es obviamente poco menor y el ancho mayor, por lo cual el

cortante ya no rige. En resumen se pondrán medios casetones solo en el perímetro de los capiteles

críticos.

9. LOSAS DE PLANTA BAJA (N.+0.00 y +0.94)

La distribución de nervaduras y casetones es igual a la de las losas del sótano previamente estudiadas,

solo que la carga es un 88% mayor.


209

9.1 losas tipo auditorio

1.0 Patín de compresión de 5 cm.

wu = 1900 kg/m2 ( Hoja 2 )

Lx = Ly = 0.60 m.

Muw = 1900*0.60^2/20 = 34.2 kg-m/m

Con el programa de computadora de bolsillo:

f’c = 250 kg/cm2., fy = 5000 kg/cm2,

C1 = 0.75, Ct = .0033

Zona sísmica = 0

Mu = 34.2 kg-m, b =100 cm., bw = 100 cm., Rec. = 2.5 cm.

d = 1.0 cm. < 2.5 cm. OK

H = 5 cm., de = 2.5 cm.

As = 0.31 cm2

= malla mínima 66/1010.

En consecuencia se especificará

Losa de f’c 250 kg/cm2 de 5 cm. de espesor reforzada con

malla electrosoldada 66/1010 a medio peralte.

2.0 Nervaduras:

La carga es un 188% de la anterior; los momentos,

cortantes y refuerzos aumentan en la misma proporción:


Utilizando el programa mencionado tenemos:

Mu = 16600 *1.88 = 28700 kg-m

b = bw = 2*60+3*20 = 180 cm.

Rec. = 3 cm.

d = 16 cm. < 27+3 = 30 cm. OK.

H = 40 cm. ; As = 21.1 cm2 = 11#5 < 13#5 OK.


Según los antecedentes solo se necesita calcular los refuer-

zos, que son 1.88*22/37= 1.11 veces los de losas sótanos.


- As = 3.24 * 1.11= 3.60 cm2 < - 2#5

+ As = 3.58 * 1.11= 3.97 cm2 < +2#6


- As = 1.82 *1.11= 2.02cm2 < - 1#5

+ As = 1.95 *1.11 =2.16 cm2 +1#5


- As = 5.33 * 1.11= 5.92 cm2 - 3#5

+ As = 4.07 *1.11 = 4.52 cm2 +3#5

Ver dibujo DUXX.EC.04

Es notable que los refuerzos de la losa de planta baja son iguales a los del entrepiso sótano 1, excepto

que el peralte total es de 40 cm. en lugar de 25


210



Vu = 47200*1.88 =887000 kg.

Vc = .85*1.10*250^.5*232*37=127000 > Vu. OK.


Vu = 41700*1.88=78400 kg.

Vc = .85*.53*250^.5*240*37= 63300 < Vu, no pasa..

Al igual que en sótano, se necesita ampliar el ancho de las nervaduras mediante casetones de 40 cm. en

el perímetro del capitel, según planta en dibujo DUXX.EC.04; con esto el ancho bo de losa aumenta a

430 cm., en cuyo caso:

Vc =46100*430/240 =82600 kg. > 78400. OK.

En el resto de los capiteles con anchos y claros medios iguales o menores de 6.00 m.

Vu = 1900*6.00*6.00-1200*2.34^2 = 61800 kg.< Vc

no necesitan ampliaciones ni estribos

9.2 losas tipo oficinas:

En el lado de oficinas las cargas son menores. Se omiten los rellenos dejando solo muros interiores, con

peso estimado de 150 kg/m2, y la carga viva se reduce a la de oficinas, de 250 Kg/m2, en lugar de 300.

Con estos ajustes las cargas resultan las siguientes:

Carga muerta = 490+100+150 = 740 kg/m2.

Carga Viva = 250 kg/m2.

wt = 740+250 = 990 kg/m2.

wu = 740*1.4+250*1.7 = 1460. kg/m2.

En capítulos anteriores vimos que el peralte por flexión no rige, y que los refuerzos y cortantes son

sensiblemente proporcionales al peralte efectivo, en cuyo caso, en comparación con la losa de auditorios,

solo necesitamos reducir el peralte en proporción con las cargas:

d = 37*1460/1900 = 28.4 cm. 27+3 = 30 cm.

Sin error apreciable los refuerzos resultan iguales que los de la zona de auditorios, excepto que el

espesor de la losa es de 30 cm. en lugar de 40.

10.0 LOSAS DE AZOTEA ACTUAL.

Los Arquitectos simplificaron mucho la solución, colocando vigas principales a cada 6.00 o 7.00 m y

vigas secundarias a cada 1.50 o 1.75 m., con lo cual resultan solo dos tipos de losa Hebel. A fin de

optimizar las vigas principales, las secundarias se pondrán en petatillo. En los casos donde las columnas

de azotea descargaban fuera de los ejes principales permitieron correrlas a los ejes de columnas


211

exteriores, formando una especie de porticado exterior a cielo abierto. Con esto se eliminan una serie de

vigas aperaltadas en la losa de planta baja.

10.1 Losas Hebel:

Se especificarán por acuerdo con el cliente paneles Hebel

para losas, Densidad GB44, con anchos de 62.5 y 42.5 cm

y sobrecarga de 450 kg/m2, incluyendo patín de

compresión de 4 cm.(100 kg/m2), Piso y acabados (100

kg/m2) y carga viva (250 kg/m2). La carga de muros

Hebel de 20 cm (600 kg/m), se agregará sobre las vigas

principales en ejes de columnas.

Tomando como referencia las tablas de cagas admisibles

de Hebel, especificaremos las losas directamente sobre los

planos, clasificándolas por ancho, longitud y sobrecarga.

10.2 Vigas Secundarias:

L = 6.00 m.; b = 1.50

w1 = 450*1.50 + 25 pp = 700 kg/m.

M1= 700*6.00^2/8 = 3150 Kg-m

S1 = 3150/15.2 = 207 cm3 = IPR-305x102-20.83 kg/m.

= 5*7.0*600^4/(384*2039000*3688) = 1.57 cm.

Adm. = l/360 = 600/360 = 1.67 > 1.57 cm. , bien

b = 2.00

w2 = 450*2.00 + 25 pp = 925 kg/m.

M2= 925*6.00^2/8 = 4160 Kg-m

S1 = 4160/15.2 = 274 cm3 = IPR-305x102-23.81 kg/m

= 5*9.25*600^4/(384*2039000*4287) = 1.79 cm. 1.67

L = 7.00 m.; b = 1.50 m.

w = 450*1.50 + 35 pp = 710 kg/m.

M1=710*7.00^2/8 = 4350 Kg-m

S1 = 4350/15.2 = 286 cm3 = IPR-305x102-32.74 kg/m.

= 5*7.1*700^4/(384*2039000*6493) = 1.68 cm.

adm = l/360 = 700/360 = 1.94 > 1.68 cm. , bien

L = 8.40 m.; b = 1.50 m.

w = 450*1.50 + 35 pp = 710 kg/m.

M1=710*8.40^2/8 = 6260 Kg-m

S1 = 6260/15.2 = 412 cm3 = IPR-305x1656-44.64 kg/m.

= 5*7.1*840^4/(384*2039000*9906) = 2.28 cm.

adm = l/360 = 840/360 = 2.33 > 2.28 cm. , bien

dentro de los módulos de sección requeridos, las vigas de

305 mm. son las de menor pesos en cada caso.


212

10.3 Vigas Principales:

L = 6.00 m.; b = 6.00 m

w1 = 450*6.00/2 +600 muro+50 pp = 2000 kg/m.

M1= 2000*6.00^2/8 = 9000 Kg-m

S1 = 9000/15.2 = 592 cm3 = IPR-305x165-44.64 kg/m.

= 5*20.0*600^4/(384*2039000*9906) = 1.67 cm.

adm = l/240 = 600/360 = 1.67 = 1.67 cm. , bien

b =7.00 m.

w2 = 450*7.00/2 + 600 muro+50 pp = 2230 kg/m.

M2= 2230*6.00^2/8 = 10040 Kg-m

S1 = 10040/15.2 = 660 cm3 = IPR-356x171-44.64. kg/m

= 5*22.3*700^4/(384*2039000*12112) = 2.82 cm.1.67

b=8.40 m.

w2 = 450*8.40/2 + 600 muro+50 pp = 2540 kg/m.

M2= 2540*6.00^2/8 = 11430 Kg-m

S1 = 11430/15.2 = 752 cm3 = IPR-305x165-52.08 kg/m

= 5*25.4*600^4/(384*2039000*9906) = 2.12 cm.<2.5

L = 7.00 m.; b = 6.00 m.

w = 450*6.00/2 + 600 muro+50 pp= 2000 kg/m.

M1= 2000*7.00^2/8 = 12250 Kg-m

S1 = 12250/15.2 = 806 cm3 = IPR-305x203-50.52 kg/m.

= 5*20.0*700^4/(384*2039000*12903) = 2.38 cm.

adm = l/240 = 700/240 = 2.92 > 2.38cm. , bien

L = 8.40 m.; b = 6.00 m.

w = 450*6.00/2 + 600 muro+70 pp= 2020 kg/m.

M1= 2020*8.40^2/8 = 17800 Kg-m

S1 = 17800/15.2 = 1170 cm3 = IPR-406x203-66.96 kg/m.

= 5*20.2*840^4/(384*2039000*24391) = 2.63 cm.

adm = l/240 = 840/240 = 3.50 > 2.63 cm. , bien

L = 13.00 m.

En este caso no hay petatillo

b = 6.00 m.

w = 450*6.00 + 600 muro+100 pp= 3400 kg/m.

M1= 3400*13.00^2/8 = 71800 Kg-m

S1 = 71800/15.2 = 4730 cm3 = IPC-610x305-97.6 kg/m.

= 5*34.0*1300^4/(384*2039000*82158) = 7.5 cm.

adm = l/240 =1300/360 = 3.61 < 7.5cm, no pasa

Monterrey, N.L., Junio 20 de 1997


213



Garza García, N.L.

P r e s e n t e


AMPLICION 2005


Revisión Enero 13 de 2005

214

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V. ESCUELA DE GRADUADOS DUXX AMPLIACION 2005



Garza García, N.L.

P r e s e n t e.

Atn. Ing. Luis Mata y Arq. Rogelio González Garza Revisión Enero 13 de 2005

ESCUELA DE GRADUADOS DUXX. AMPLIACION 2005


Contenido:

1.0 Antecedentes. 2.0 Descripción, 3.0 Materiales y especificaciones.

4.0 Cargas básicas, 5.0 Columnas y Cimentación. 6.0 Muro de Con-

tención. 7.0 Losas sótanos Niv. -3.60 y - 2.10. 8.0 Losas Planta Baja

Niv. +0 .00 y +0.94, 9.0 Losas Azotea Actual. 10.0 Dibujos.

1. ANTECEDENTES:

Se referirá la presente memoria a la estructura de la ampliación de Escuela de Graduados del DUXX,

obra a cargo de Constructora Krone, S.A. de C.V., que se construirá en la Calzada del Valle Num.106,

entre Grijalva y Tamazunchale, Col. del Valle, San Pedro Garza García, N.L. El trabajo se hará de

acuerdo al proyecto arquitectónico de OMEGA, proporcionado para el efecto por el cliente. Los

estudios de suelos son Perforaciones y Estudios de Suelos, S.A. cuya copia se anexa.

Con anterioridad se diseñó una solución para un solo piso superior sobre dos sótanos. Ahora trataremos

de una segunda solución como se describe a continuación.

2. DESCRIPCIÓN:

La ampliación del DUXX es mediante un edificio de tres pisos para oficinas, aulas y auditorio, colocado

sobre un sótano de dos pisos para estacionamiento de automóviles con medios niveles escalonado. Las

plantas, aun cuando con partes circulares al frente, en la zona del auditorio, ocupan un terreno

rectangular de 30x50 m. Ver dibujos de Omega, Duxx. Núms. A1 a A5 anexos.

Por acuerdo con el cliente, las losas de los pisos superiores, incluyendo azotea, segundo y primer piso

serán de paneles Hebel para losa, apoyadas en un sistema de vigas metálicas; las de planta baja y sótano

serán de concreto reforzado de 30 y 25 cm de espesor, aligeradas con casetones desmontables de fibra de

vidrio de 60x60 cm.. Muros de contención, columnas y firmes serán de concreto reforzado. Ver dibujos

DUXX.EC.200 a 207.


215

3. MATERIALES Y ESPECIFICACIONES

En general utilizaremos los siguientes materiales:

Concreto f’c 100 kg/cm2 en plantillas.

Concreto f’c 200 kg/cm2 tipo, excepto indicados.

Concreto f’c 250 kg/cm2 solo losas.

Acero de refuerzo fy 4200 kg/cm2.

Malla electrosoldada fy 5000 kg/cm2

Acero estructural ASTM-A36

Esf. admisible en suelo bajo sótanos: 3.20 kg/cm2.

Las cargas vivas serán de acuerdo al Reglamento del D.F. 1985. Para el diseño estructural de

concreto reforzado se seguirá al Manual ACI-318-89. Para la construcción utilizaremos las normas

ACI--301-72 . Para el acero seguiremos las normas AISC-1985

4. CARGAS BÁSICAS

Las cargas principales serán las siguientes, aparte de pesos de vigas, columnas y muros cargadores o

de contención.:

LOSA AZOTEA

CARGA MUERTA

Peso propio = 850*0.10+.04*2400 180 kg/m2.



Carga viva Azotea (Eq. AA) wv = 200 kg/m2.

wt = 500 kg/m2

wu = 1.4*300+1.7*200 760 kg/m2

ENTREPISOS SUPERIORES

CARGA MUERTA

Peso propio = 850*0.10+.04*2400 180 kg/m2.


Muros interiores Hebel 120


Carga viva Azotea (Oficinas wv = 250 kg/m2.

wt = 670 kg/m2

wu = 1.4*420+1.7*250 = 1010 kg/m2


216

ENTREPISO PLANTA BAJA CARGA MUERTA

Peso propio = 2400*0.30*0.68 = 490 kg/m2.

Piso y acabados 100 kg/m2.

Muros interiores y rellenos 400 kg/m2.


Carga viva público wv = 300 kg/m2.

wt = 1290 kg/m2

wu = 1.4*990+1.7*300 = 1900 kg/m2

Esta carga es la estimada para la zona de

auditorios. Ver cargas en zona de oficinas y

cubículos en capitulo 9.0

ENTREPISO SOTANO 1 CARGA MUERTA

Peso propio = 2400*0.25*0.60 = 360 kg/m2

Sobre piso opcional 60 kg/m2

Total carga muerta, wm = 420 kg/m2

Carga viva estacionamiento wv = 250 kg/m2

wt = 480+250 = 670 kg/m2

wu = 1.4*420+1.7*250 = 1010 kg/m2

5. COLUMNAS Y CIMENTACIONES

Debido al programa de obras, desarrollaremos la memoria de abajo a arriba, empezando por

cimentaciones y columnas. Sobre la losa de planta baja hay columnas de concreto y metálicas,

regidas por el proyecto arquitectónico. En los sótanos todas las columnas son de concreto

reforzado de dimensiones normales definidas arquitectónicamente, de 50 cm. de diámetro las

interiores, que quedan en las circulaciones de vehículos, y cuadradas de 50x50 cm. el resto. Ver

dibujo DUXX.EC.201

Cargas:

Según la plantas tenemos las cargas columnas interiores siguientes. Para tomar en cuenta pesos

propios de columnas aumentaremos las cargas de losas en 40 kg/m2 en azotea y 50 en entrepisos.

1. CARGAS EN COLUMNAS AZOTEA FUTURA







Eje 1E,1C,5D Y 5E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y 0E: P0u = 4.25*6.00*0.80 = 20 Ton.


217

2. CARGAS EN LOSA 2o. PISO FUTURO







Eje 1E,1C,1D Y 1E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y 0E: P0u = 4.25*6.00*1.06 = 27 Ton.

2. CARGAS EN LOSA 1er. PISO (AZ. ACTUAL)







Eje 1E,1C,1D Y 1E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y 0E: P0u = 4.25*6.00*1.06 = 27 Ton.

3. CARGAS DE LOSAS PLANTA BAJA







Eje 1E,1C,1D Y 1E: P1u = ----------------- = 0 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y OE: P1u = 4.25*6.00*1.95 = 49 Ton.

2. CARGAS DE LOSAS SOTANO 1







Eje 1E,1C,5D Y 5E: P1u = 3.00*6.00*1.15 = 21 Ton.

Eje 0E,0C,0D Y OE: P1u = ----------------- = 0 Ton.

3. PESOS DE MUROS DE CONTENCIÓN

wmu = 1.4*.20*8.00*2.4 = 5.4* Lm.


218

Zapatas interiores

Mediante cálculos preliminares determinamos solo los cuatro

tipos de zapatas siguientes: Los espesores y refuerzos se

obtienen por interpolación del manual CRSI-1992 para

esfuerzo factorizado de 32*1.53 = 49 ton/m2 10,000 psf. La

carga resistente se calcula como sigue:

qu = 49.6 Ton/m2

Az = Área de la zapata en m2.

t = espesor de la zapata en metros

Pu = Az*(qu-1.4*2.4*t)

TABLA DE DISEÑO DE ZAPATAS

MCA

Núm.

DIMENS

cms.

ESPESOR

cm.

REFUERZO

cada dirección

Pu

Ton.

Z1 100 x 100 30 4 # 5 49

Z2 165 x 165 45 6 # 6 131

Z3 215 x 215 60 9 # 6 220

Z4 240 x 240 65 11 # 6 273

CARGAS Y DISEÑO DE ZAPATAS:

La suma de las carga dadas en el capitulo anterior

proporcionan la carga máxima en cada punto con

las cuales determinamos el tipo de zapata. En cada

eje las zapatas laterales tienen el 50% de las

exteriores.

EJE L EJE N OPERACIONES Ptotu

Ton.

ZAPATA

Marca

B,C,D,E 7 0+54+54+62+21 191 23

6 0+0+0+76+45 121 Z2

5 14+60+60+76+45 255 Z4

4 29+38+38+70+41 216 Z3

3 31+41+41+76+45 234 Z4

2 37+49+49+70+45 250 Z4

1 0+0+0+0+21 21 Z1

0 20+27+27+49+0 123 Z2

No incluimos el peso de muros de contención

porque éstos tendrán su propia cimentación. Ver

cálculo enseguida


219

Zapata corrida exterior:

Carga max. en Col interior Pui = 230 ton.

Carga máxima col exterior Pue = 230/2 = 115 Ton.

Carga uniforme equivalente: wue = 115/6.5 = 17.7

Ton/m

Peso de muros de contención = 5.4 Ton/m

Carga uniforme total: wu = 23.1 Ton/m

Ancho req. de zapata: 23.1/49.6 = 0.47 m. 50 cm.

min.

Pediremos zapata corrida de 40 cm. de ancho y 30

cm. de espesor con refuerzo mínimo. ver dibujo

DUXX.EC202

Columnas interiores en sótanos:

En los sótanos tendremos columnas de concreto reforzado cuadradas de 50x50 y redondas de 50

cm. de diámetro. Mediante cálculos preliminares determinamos solo 3 tipos de columnas. Para

concreto f’c 200 kg/cm2 y refuerzo fy 4200 kg/cm2, la resistencia de la columna es de:

Pn = 0.70*0.80*(.85*200*(Ag-

As)+.01*4200*AS)

= 95.2*(Ag-As)+2352*As, ( kg )

= .0952*(Ag-As)+2.352*As, ( Ton )

Sección SR1: (Sección redonda Núm. 1) (

ANULADA)

Sección: = 50 cm.-10#8-Est.#3@40 cm,

Ag = .785*50^2 = 1963 cm2

As = 10#8 min. = 50 cm2; Ro = .025

Pn = .0952*(1963-50)+2.352*50 = 299 Ton.



Ag = .785*50^2 = 1963 cm2

As = 6#8 = 30 cm2

Pn = .0952*(1963-30)+2.352*30 = 254Ton.



As = 6#6 = 17 cm2

Ag = .785*50^2 = 1963 cm2> 100As=1700

Pn = .0952*(1700-17)+2.352*17 = 200 Ton.



220


As = 6#5 = 12 cm2

Ag = .785*50^2 = 1963 cm2> 100As=1200

Pn = .0952*(1200-11)+2.352*11 = 139Ton.



As = 8#6 = 22.7 cm2

Ag =50x50 = 2500 cm2> 100As= 2270 cm2

Pn = .0952*(2270-22.7)+2.352*22.7 = 267Ton.



As = 8#5 = 16 cm2

Ag =40x40 = 1600 cm2; Ro= .01

Pn = .0952*(1600-16)+2.352*16 = 188 Ton.

las cargas máximas en cada caso son:

EJE 2o.

sótano

Col

tipo

1er.

sótano

Col.

tipo

Planta

baja

Col.

tipo

1er.

Piso

Col.

tipo

2o.

Piso

Col.

tipo

7 191 SC2 170 SC2 108 SC2 54 SC2 ---- ----

6 121 SR4 76 SR4 ----- ----- ---- ---- ----- ----

5 255 SR2 210 SR3 134 SM1 74 SM1 14 SM1

4 216 SC1 175 SC2 105 SM1 67 SM1 29 SM1

3 234 SR2 189 SR3 113 SM1 72 SM1 31 SM1

2 250 SR2 205 SR4 135 SM1 86 SM1 37 SM1

1 21 SC2 ---- ---- ---- ---- ---- ----

0’ 123 SC2 123 SC2 74 SM1 47 SM1 20 SM1

Las columnas de planta baja fueron especificadas arquitectónicamente, metálicas CM1 = IPR-

203x203-46 Kg/m, y de concreto CC3, de 40x40 cm. éstas solo en ejes 1 y 2. Su capacidad es del

orden de 73 y Ver dibujos DUXX.EC.201 y 205

6. MUROS DE CONTENCIÓN

Los tipos principales de muros se detallan en el dibujo DUXX.EC.02 anexo.

Muro MC1 y MC2:

Es un muro en voladizo de 4.50 m.



Altura hw = 4.40 m 14-9”



221

Talón del muro = 5’-1 150 cm.

Ancho total zapata = 8’4” = 250 cm.

Punta : 250-150-40 = 60 cm.

Ref. Muro: As=0.734 in2/pie=15.5 cm2/m #6@18

cm.

Ref. Sup. Zapata (Vars. P) = #6@22 cm. #6@18 cm.


En eje 1 el muro se complemente con un pequeño

murito de 1.10 m. de altura total, que especificamos

con espesor y refuerzo mínimo, empotrado en un

cimiento corrido.

Muro MC3





= 1600 kg/m3, = 32.5 º, kr = 0.300;

w = 1600*.30 = 480 kg/m3

wu1 = 480*1.95 = 940 kg/m2

wup = 480*3.60 = 1730 kg/m2

wu2 = 480*5.24 = 2520 kg/m2


+M1 = 940 * 3.30^2 /14 = + 730 kg-m.

- M1 = 1730 * 3.02^2 /10 = - 1580 kg-m.

+M2 = 2520 * 2.73^2 /14 = + 1340 kg-m.

Peralte y refuerzo, opción por esf. de trabajo:

d = .26*( 1580)^.5 = 10.3 < 16+4 = 20 cm.

Asmax.=1580/(1700*.89*.16) = 6.53 cm2

=#4@19.@20

rige refuerzo de temperatura

Astv = .0015*2000= 3.0 cm2/m = Var.#@ 24 cm

Asth = .0025*2000= 5.0 cm2/m = Var.#4@ 25 cm.

Muros MC4

Es un pequeño muro en voladizo de 1.50 m. de altura,

que especificamos con espesor y refuerzo mínimo,

empotrado en un cimiento corrido.

Muro MC5

Es un muro apoyado de piso a techo con altura total de

2.25 m.


M = 540*2.25^2/8 = + 340 kg-m.<< 1580.

rige espesor mínimo y refuerzo de temperatura


222


libre.

Muro MC6





wu1 = 480*2.10/2 = 540 kg/m2

wup = 480*244 = 1170 kg/m2

wu2 = 480*3.75 = 1800 kg/m2


+M1 = 540 * 2.64^2 /14 = + 270 kg-m.

- M1 = 1170 * 2.70^2 /10 = - 850 kg-m.

+M2 = 1800 * 2.75^2 /14 = + 970 kg-m.<<1580

d = 16+4 = 20 cm.

Asmax.=970/(1700*.89*.16) = 4.0 cm2 no rige

Asth = .0025*2000= 5.0 cm2/m = Var.#4@ 25 cm.

Muro MC7

Es un muro apoyado de piso a techo con altura total de

3.50 m. aprox..


M = 840*3.50^2/8 = +1300 kg-m.<< 1580.

d = 16+4 = 20 cm.

As= 1300/(1700*.89*.16) = 5.4 cm2/m = #4 24 25

cm


libre.

Muro MC8:

Es un muro en voladizo de 3.00 m. de altura. Ver

dibujo



Altura hw = 3.00 m 10”


Talón del muro = 3’-5” 100 cm.

Ancho total zapata = 8’4” =170 cm.

Punta : 170-100-30 = 40 cm.


Ref. Sup. Zapata (Vars. P) = #5@30 cm.


Los muros de contención actúan como vigas aperaltadas, de 6.00 m. o mas de peralte total y claros de

6.00 o 7.00 m.. en el caso crítico se tiene:


223

wu = 12.1 Ton/m. (hoja 5)

L prom = (6.00+7.00) /2 = 6.50 m.

Mu = 12.1*6.50^2/10 = 51.2 Ton-m.

con el programa:

Mu = 51200 kg-m. ; b = bw = 20 cm.; rec = 5 cm.

se obtiene d = 70 cm. < 295+5 = 300 cm.

H = 600; As = 2.3 cm2 < 2#5 aprox.

Será más que suficiente con usar 2#5 en cada patín.

7. FIRMES DE SÓTANOS ( N.-6.60 Y -5.10 )

En ambos casos se trata de firmes para estacionamiento de automóviles. De acuerdo a las especifica-

ciones del manual CRSI-63, se necesita espesor 15 cm. con malla 66/66 de lecho superior, de acuerdo a

los detalles mostrados en el dibujo DUXX.EC.201

8. LOSAS DE SÓTANOS ( N.-3.60 Y -2.10 )

En el dibujo DUXX.EC.203 anexo se detalla la planta de montaje de bloques y nervaduras de las losas,

sus refuerzos de capiteles y patín de compresión, y el refuerzo de cada una de las distintas nervaduras.

Enseguida analizaremos el recuadro crítico con ancho tributario de 6.00 m x 7.0 m. y los factores de

reducción para otros anchos o claros distintos

1.0 Patín de compresión

wu = 1010 kg/m2 ( Hoja 2 )

Pu = 1500*1.7 = 2550 kg. ( reglamento del D.F.)

Lx = Ly = 0.60 m.

Muw = 1010*0.60^2/20 = 18 kg-m/m. No rige

Mup = 2550*.60/10 = 153 kg-m

Usamos un programa de computadora de bolsillo

con los datos siguientes:

f’c = 250 kg/cm2., fy = 5000 kg/cm2 ( Malla de

alambre ),

C1 = 0.75, Ct = .0033

Zona sísmica = No

Mu = 153 kg-m, b =100 cm., bw= 60 cm., Rec= 2.5

cm. resultando:

d = 2.0 cm. < 2.5 cm. OK

H = 5 cm., de = 2.5 cm.

As = 1.49 cm2

= malla 66/44.

Losa de f’c 250 kg/cm2 de 5 cm. de espesor

reforzada con malla electrosoldada 66/44 a medio

peralte. Opcionalmente usar losa de 7 cm., con

malla 66/66


224

2.0 Nervaduras:

2.1 Factor De Reducción (Westgaard)

cequiv. = .89*50 = 44.5 cm.

Lmax. = 700 cm.

F = 1.15 - c/L = 1.09

M0 = .10WLF(1-2c/3L)2 = 0.100WL < 0.125 WL

R = 0.100/0.125 = 0.80

2.2 Cargas y Momentos totales:

wut = 1010*6.0 = 6060 kg/m.

--Mut = 0.80*6060*6.50^2/10 = - 20500 kg-m

+Mut = 0.80*6060* 7.00^2/14 =+17000 kg-m

2.3 Momentos en nervaduras:

Nervaduras de capitel exterior(N11,N1 y similares)

-Mu = 0.21*20500/2= - 2200 kg-m.

+Mu =0.30*17000/2=+2600 kg-m.

Nervaduras de faja media (N12, N2 y similares)

-Mu = 0.30*20500/5= - 1300 kg-m.

+Mu =0.40*17000/5=+ 1400 kg-m.

Nervaduras de capitel interior (N13, N3 y

similares)

M total en capitel: -Mu = 0.70* 20500= - 14400

kg-m.

M nerv. fuera de cap.: -Mu = 0.70*14400/3= - 3400

kg-m.

+Mu =17000*0.60/3=+ 3400

kg-m.


Utilizando el programa antes mencionado tenemos:

Mu = 14400 kg-m

b = bw = 2*63.5+3*20 = 187 cm.

Rec. = 3 cm.

d = 12 cm. < 22+3 = 25 cm. OK.

H = 25 cm. ; As = 18.1 cm2 = 10 #5 < 13 #5 OK.

ver dibujo DUXX.EC.203


Según el dibujo usaremos anchos de 20 cm para las

de capitel interior y exterior y de 12.5 cm. en las de

faja media. El peralte total es típico de 25 cm. En


225

consecuencia solo necesitamos indicar los

refuerzos.


- Mu = - 2200 kg-m; As = 2.83 cm2 < - 2#5

+ Mu = - 2600 kg-m; As = 3.20 cm2 < +2#5


- Mu = - 1300 kg-m; As = 1.68 cm2 < - 1#5

+ Mu = - 1400 kg-m; As = 1.70 cm2 < +1#5

Nervaduras de capitel interior: N13, N3 y

similares

- Mu = - 3400 kg-m; As = 4.56 cm2 - 3#5

+ Mu = - 3400 kg-m; As = 4.20 cm2 = +3#5

En el dibujo DUX.EC.203 se muestran los refuerzos calculados de las nervaduras en las secciones

críticas. En otras secciones el refuerzo se corrige por inspección, en función de su ancho tributario

(6.50/6.00 = 1.08 ) o del cuadrado del claro (6.00^2/6.5^2=.85 o 6.00^2/7.00^2=.74 ) o por su posición

en la obra, por ejemplo, en casos simplemente apoyados (en donde el coeficiente de momento positivo

es de 1/8, en lugar del de 1/14, factor = 14/8=1.75) o en apoyos extremos (donde el coeficiente es de

1/24 en lugar de 1/10) de casos continuos.



Vu = 1060*6.50*6.00*1.10 =45500 kg.

bo = 4*(44+22) = 264

Vc = .85*1.10*250^.5*264*22= 89900>45500

kg. OK.


x = 63.5*2+20*3+23*3 = 256 cm. = 2.56 m.

Vu = 45500-1060*2.56^2 =38600 kg.

bo = 12*20 = 240 cm.

Vc= .85*.53*250^.5*240*22= 37600 38600 kg.

Se necesita ampliar el ancho de las nervaduras. Pondremos casetones de 40 cm. en el perímetro de los

capiteles., según planta en dibujo DUXX.EC.203, con lo cual:

bo = 240+8*20 = 400 cm.

Vc = .85*.53*250^.5*400*22= 62700 >> 38600.

OK

Esta precaución es solo necesaria en los ejes adyacentes al claro de 7.00 m. En el resto el ancho

tributario y el claro medio de 6.00 m., en cuyo caso:

Vu = 1060*6.00*6.00*1.10-10600*2.56^2= 27500

< Vc OK


226

En la siguiente línea de casetones el cortante es obviamente poco menor y el ancho mayor, por lo

cual el cortante ya no rige. En resumen se pondrán medios casetones solo en el perímetro de los

capiteles críticos.

9. LOSAS DE PLANTA BAJA (N.+0.00 y +0.94)

La distribución de nervaduras y casetones es igual a la de las losas del sótano previamente

estudiadas, solo que la carga es un 88% mayor.

9.1 losas tipo auditorio

1.0 Patín de compresión de 5 cm.

wu = 1900 kg/m2 ( Hoja 2 )

Lx = Ly = 0.60 m.

Muw = 1900*0.60^2/20 = 34.2 kg-m/m

Con el programa de computadora de bolsillo:

f’c = 250 kg/cm2., fy = 5000 kg/cm2,

C1 = 0.75, Ct = .0033

Zona sísmica = 0

Mu = 34.2 kg-m, b =100 cm., bw = 100 cm., Rec. =

2.5 cm.

d = 1.0 cm. < 2.5 cm. OK

H = 5 cm., de = 2.5 cm.

As = 0.31 cm2

= malla mínima 66/1010.

En consecuencia se especificará

Losa de f’c 250 kg/cm2 de 5 cm. de espesor

reforzada con malla electrosoldada 66/1010 a

medio peralte.

2.0 Nervaduras:

La carga es un 188% de la anterior; los momentos,

cortantes y refuerzos aumentan en la misma

proporción:


Utilizando el programa mencionado tenemos:

Mu = 16600 *1.88 = 28700 kg-m

b = bw = 2*60+3*20 = 180 cm. Rec. = 3 cm.

d = 16 cm. < 27+3 = 30 cm. OK.

H = 40 cm. ; As = 21.1 cm2 = 11#5 < 13#5 OK.


227


Según los antecedentes solo se necesita calcular los

refuerzos, que son 1.88*22/37= 1.11 veces los de

losas sótanos.


- As = 3.24 * 1.11= 3.60 cm2 < - 2#5

+ As = 3.58 * 1.11= 3.97 cm2 < +2#6


- As = 1.82 *1.11= 2.02cm2 < - 1#5

+ As = 1.95 *1.11 =2.16 cm2 +1#5


- As = 5.33 * 1.11= 5.92 cm2 - 3#5

+ As = 4.07 *1.11 = 4.52 cm2 +3#5

Ver dibujo DUXX.EC.04

Es notable que los refuerzos de la losa de planta baja son iguales a los del entrepiso sótano 1,

excepto que el peralte total es de 40 cm. en lugar de 25



Vu = 47200*1.88 =887000 kg.

Vc = .85*1.10*250^.5*232*37=127000 > Vu. OK.


Vu = 41700*1.88=78400 kg.

Vc = .85*.53*250^.5*240*37= 63300 < Vu, no pasa..

Al igual que en sótano, se necesita ampliar el ancho de las nervaduras mediante casetones de 40

cm. en el perímetro del capitel, según planta en dibujo DUXX.EC.04; con esto el ancho bo de

losa aumenta a 430 cm., en cuyo caso:

Vc =46100*430/240 =82600 kg. > 78400. OK.

En el resto de los capiteles con anchos y claros medios iguales o menores de 6.00 m.

Vu = 1900*6.00*6.00-1200*2.34^2 = 61800 kg.< Vc

no necesitan ampliaciones ni estribos

9.2 losas tipo oficinas:

En el lado de oficinas las cargas son menores. Se omiten los rellenos dejando solo muros

interiores, con peso estimado de 150 kg/m2, y la carga viva se reduce a la de oficinas, de 250

Kg/m2, en lugar de 300. Con estos ajustes las cargas resultan las siguientes:


228

Carga muerta = 490+100+150 = 740 kg/m2.

Carga Viva = 250 kg/m2.

wt = 740+250 = 990 kg/m2.

wu = 740*1.4+250*1.7 = 1460. kg/m2.

En capítulos anteriores vimos que el peralte por flexión no rige, y que los refuerzos y cortantes

son sensiblemente proporcionales al peralte efectivo, en cuyo caso, en comparación con la losa

de auditorios, solo necesitamos reducir el peralte en proporción con las cargas:

d = 37*1460/1900 = 28.4 cm. 27+3 = 30 cm.

Sin error apreciable los refuerzos resultan iguales que los de la zona de auditorios, excepto que

el espesor de la losa es de 30 cm. en lugar de 40.

10.0 LOSAS DE AZOTEA ACTUAL.

Los Arquitectos simplificaron mucho la solución, colocando vigas principales a cada 6.00 o 7.00

m y vigas secundarias a cada 1.50 o 1.75 m., con lo cual resultan solo dos tipos de losa Hebel. A

fin de optimizar las vigas principales, las secundarias se pondrán en petatillo. En los casos donde

las columnas de azotea descargaban fuera de los ejes principales permitieron correrlas a los ejes

de columnas exteriores, formando una especie de porticado exterior a cielo abierto. Con esto se

eliminan una serie de vigas aperaltadas en la losa de planta baja.

10.1 Losas Hebel:

Se especificarán por acuerdo con el cliente paneles Hebel

para losas, Densidad GB44, con anchos de 62.5 y 42.5

cm y sobrecarga de 450 kg/m2, incluyendo patín de

compresión de 4 cm.(100 kg/m2), Piso y acabados (100

kg/m2) y carga viva (250 kg/m2). La carga de muros

Hebel de 20 cm (600 kg/m), se agregará sobre las vigas

principales en ejes de columnas. La carga total es 535

Kg/m2 incluyendo el peso propio.

Tomando como referencia las tablas de cagas admisibles

de Hebel, especificaremos las losas directamente sobre los

planos, clasificándolas por ancho, longitud y sobrecarga.

10.2 Vigas Secundarias:

L = 6.00 m.

b = 1.50

w1= 535*1.50 + 21 pp = 825 kg/;

wv=250*1.50=375Kg/m

M1= 825*6.00^2/8 = 3710 Kg-m

S1 = 3710/15.2 = 244 cm3 = IPR-305x102-20.83 kg/m.

Con Sx = 244 cm3 = 244 cm3, bien

= 5*3.75*600^4/(384*2039000*3688) = 0.84 cm.

Adm. = l/360 = 600/360 = 1.67 > 0.84 cm, bien*


229

b = 2.00

w2 = 535*2.00 + 25 pp = 1100 kg/m.; wv = 500 Kg/m

M2= 1100*6.00^2/8 = 4950 Kg-m

S2 = 4950/15.2 = 326 cm3 = IPR-305x102-23.81 kg/m

Con Sx = 280 cm3 < 326, aceptable (0.86)*

=5*5*600^4/(384*2039000*4287)=0.97 cm <1.67,

bien*

L = 7.00 m.; b = 1.50 m.

w3= 535*1.50 + 35 pp = 840 kg/m. wv = 375 Kg/m

M3= 840*7.00^2/8 = 5200 Kg-m

S3 = 5200/15.2 = 342 cm3 = IPR-305x102-32.74 kg/m

Con Sx = 416 cm3 > 342, bien.

= 5*3.75*700^4/(384*2039000*6493) = 0.89 cm.

adm = l/360 = 700/360 = 1.94 < 0.89 cm , bien

L = 8.40 m.; b = 1.50 m.

w4 = 535*1.50 + 45 pp = 850 kg/m; wv = 375 Kg/m

M4= 850*8.40^2/8 = 7500 Kg-m

S4 = 7500/15.2 = 493 cm3 = IPR-305x1656-44.64 kg/m

Con Sx = 633 cm3 > 493 cm3, bien.

= 5*3.75*840^4/(384*2039000*9906) = 1.20cm.

adm = l/360 = 840/360 = 2.33 > 1.20 cm, bien*

*Ver notas al final del capítulo

10.3 Vigas Principales:

L = 6.00 m.; b = 6.00 m

w1 = 535*6.00/2 +600 muro+45 pp = 2250 kg/m.

wv = 250*6.00/2 = 750 Kg/m

M1= 2250*6.00^2/8 = 10100 Kg-m

S1=10100/15.2= 664 cm3 = IPR-305x165-44.64 kg/m.

Con Sx = 633 cm 3≈ 664, aceptable (0.95)

= 5*7.5*600^4/(384*2039000*9906) = 0.63 cm.

adm = l/360 = 600/360 = 1.67 >0.63 cm, bien*

b =7.00 m.

w2 = 535*7.00/2 + 600 muro+45 pp = 2520 kg/m

wv = 250*7.00/2 = 875 Kg/m.

M2= 2520*6.00^2/8 = 11300 Kg-m

S2 = 11300/15.2 = 743 cm3 = IPR-356x171-44.64. kg/m

Con Sx = 688 < 743, aceptable (0.90)*

= 5*8.75*600^4/(384*2039000*12112) = 0.60 cm

adm = l/360 = 600/360 = 1.67 >0.60 cm, bien*

b=8.40 m.

w3 = 535*8.40/2 + 600 muro+50 pp = 2900 kg/m.

wv = 250*8.40/2 = 1050 Kg/m

M3= 2900*6.00^2/8 = 13100 Kg-m


230

S3=13100/15.2 = 862 cm3 = IPR-305x165-52.08 kg/m

Con Sx = 747 < 862, aceptable (0.87)

= 5*10.5*600^4/(384*2039000*11863) = 0.73 cm.

adm = l/360 = 600/360 = 1.67 >0.73 cm, bien*

L = 7.00 m.; b = 6.00 m.

w4 = 535*6.00/2 + 600 muro+50 pp= 2250 kg/m0

wv = 250*6.00/2 = 750 Kg/m.

M4= 2250*7.00^2/8 = 13800 Kg-m

S4 = 13800/15.2 = 907 cm3 = IPR-305x203-50.52 kg/m

Con Sx = 850 cm3 < 907, aceptable (0.94).

= 5*7.50*700^4/(384*2039000*12903) = 0.89 cm.

adm = l/360 = 700/360 = 1.94 > 0.89 cm, bien*

L = 8.30 m.; b = 6.00 m.

w5 = 535*6.00/2 + 600 muro+65 pp= 2270 kg/m.

M5 = 2270*8.30^2/8 = 19500 Kg-m

S5 =19500/15.2=1280 cm3 = IPR-406x178-74.42 kg/m.

Con Sx = 1327 cm3 > 1280, bien (0.93)

= 5*7.50*830^4/(384*2039000*27430) = 0.83 cm.

adm = l/360 = 830/360 = 2.31 >0.83 cm , bien*

* Ver notas al final del capítulo

L = 13.00 m.

En este caso no hay petatillo

b = 6.00 m.

w6 = 535*6.00 + 600 muro+65 pp= 3900 kg/m

wv = 250*6.00 = 1500 Kg/m.

M6= 3900*13.00^2/8 = 82400 Kg-m

S6= 82700/15.2 = 5440 cm3 = IPC-610x305-97.6 kg/m.

Con Sx = 2695 cm3 < 5440, no pasa (0.50)*

= 5*15*1300^4/(384*2039000*82158) = 3.3 cm.

adm = l/360 =1300/360 = 3.61 > 3.2 cm , bien

Notas de la revisión Ene. 15’ 2005

1. Encontré que las losas de azotea actual efectivamente se diseñaron como de entrepiso, preparados

Para un piso más de oficinas y una azotea.

2. Por error se despreció en el cálculo original (1997) el peso propio de la losa Hebel. En esta revisión

Se consideró esta carga, resultando las vigas un poco escasas. Sin embargo, tomando en cuenta que el

edificio está en operación desde hace cerca de 8 años, las especificaciones para edificios existentes

permiten que se le revise para el 85% de la carga, resultando en general aceptables para un factor

menor a (0.85). En general no hay problema, pero si es necesario no exceder las cargas de pisos y

muros.

3. Las deflexiones originales se calcularon para el total de las cargas muertas más vivas. Sin embargo,

Las normas dicen que, para los fines de la deflexión, la relación L/360 se aplique solo a las cargas

vivas. No es raro entonces encontrar que todas las deflexiones están correctas y hasta sobradas.


231

4. Las vigas de 13.00 m (T9 en plano), aunque están bien como de azotea actual, resultaron muy

escasas como entrepiso y deben reforzarse o restringir sus cargas. En la memoria la especificación

de la sección está incorrecta, pero está corregida en el plano. Es posible que la versión de la

memoria no sea la última o la aprobada para construcción. La deficiencia se corrige con facilidad,

mediante cubreplacas soldadas o la limitación de las sobrecargas de piso y muros.

Monterrey, N.L., Enero 13 de 2005



232

233

KRONE


ALMACENADORA COMERCIAL AMERICA

BODEGA SAN NICOLAS

DISEÑO DE MARCOS

MONTERREY, N.L JULIO DE 1999




TEL/FAX: 310-8151

SECRETEL: 318-0528

RFC: GMA-800318UQ9

234

CONSTRUCTORA KRONE, S.A DE C.V.

ALMACENADORA COMERCIAL AMERICA

Atn. Ing. Ramiro Reséndez

BODEGA SAN NICOLAS DISEÑO DE MARCOS.

1. ANTECEDENTES

Se referirá la presente a una opción de los marcos rígidos metálicos de la Bodega de Almacena-dora Comercial América

En San Nicolás de los Garza, N.L. Estos fueron diseñados originalmente por Ing. Lucio y Asociados, que nosotros

posteriormente revisamos a solicitud de Krone. De dicha revisión y análisis se obtienen las siguientes premisas:

Las cargas de viento no rigen y no aparecerán en esta memoria.

Las marquesinas, con su carga corregida, no influyen en los resultados

Las columnas están atiesadas a 3.50 m. de la altura y las trabes a cada 4.50 m.

No hay ventaja al usar apoyos fijos por lo que los especificaremos articulados Utilizamos una redistribución elastoplástica de momentos, permitida por las especificaciones, de modo que los momentos en

la rodilla y la cumbrera sean iguales; con lo que se puede usar sección constante en las vigas y variable en las columnas.

Veremos cómo esto dará lugar a ahorros notables en el peso de la estructura. Solo se presentará aquí al diseño de los

marcos, dejando sin modificar los de la cubierta, marquesina, piñas y cimentaciones.

2. DESCRIPCIÓN

Se trata de un edificio rectangular de 30 x 50 m y área de 1500 m2. Cubierta metálica sustentada en marcos de dos

aguas de 30 m. de claro por 7.00 m de altura de columnas y flecha de 1.50 m. espaciados a cada 10.00 m. Ver croquis en

hoja siguiente.


Las mismas correspondientes del proyecto original de Lucio y Asociados, a saber:

Especificaciones de diseño y construcción: Cargas: Reglamento del DDF. 1987

Acero estructural: AISC-1985

Materiales Principales: Acero estructural ASTM A-36

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V ALMACENADORA COMERCIAL AMERICA. BODEGA SAN NICOLÁS

235

4. CARGAS BÁSICAS

También la misma del proyecto original

Cargas de cubierta C. Muertas y vivas


Instalaciones 25


Carga total 95 "

5. DISEÑO DE MARCOS

hc = 7.00 m. f = 2.50 m.

ht = 9.50 m.. hc+ht = 16.50

Lt = 30.00 m., Lt/2 = 15.00 m.

Q = (15^2+2.5^2)^.5 = 15.21 m.

Por hipótesis, sea: M3 = M2

wL2/8 - H1*ht = H1*hc

H1 = wL2 /(8*(hc+ht)) = wL2 /(8*16.50)= wL2 /132

M2 = M4 = H1*hc = wL2 * 7.00/132 = 0.053 wL2

M3 = wL2 /8 - H1*ht = wL2 /8 - wL2 *9.50/132

= wl2 *(1/8 - 9.5/132) = 0.053 wL2 = M2, OK

w1 = .095* 5.20+PP = 0.494 + PP Ton/m. w2 = .095*10.00+PP = 0.950 +PP Ton/m.

Mediante análisis previos hemos determinado pesos

propios (PP) de 0.085 ton/m en marcos exteriores y

0.120 ton/m en los interiores, resultando cagas totales de 0.58 y 1.07 Ton/m respectivamente. Para las columnas el

peso total resulta de 0.51 y 0.76 Ton, aprox. y esf. admisible fs de aproximadamente 1.30 ton/cm2 :

MCO w M2 M3 H1 H5 V1 V5 Sx SECCION tf tw w A Sx rx ry rb d/Af

Ext. 0.58 27.68 3.95 9.33 2121 IPC-30”x12” 0.79 0.79 84 107 2516 29.9 5.9 7.4 3.16

Int. 1.07 51.04 7.30 17.03 3926 IPC-30”x12” 1.59 0.79 121 155 4215 32.2 7.0 8.0 1.57

Revisión de Secciones:

La columna está atiesada a media altura a 3.50 m. y las trabes

a cada 4.50 m.

MARCOS M1 Y M4

Columnas:

P = 9330 Kg., M = 27680 Kg-m.

fa = P/A = 9330/107 = 87 kg/cm2.

fb = M/SX = 27680*100/2516 = 1100 kg/cm2.

Lx = 700 cm, rx = 29.9 cm., Lx/rx = 23

Ly = 350 cm, ry= 5.9 cm, Ly/ry = 59: Fa=1231 kg/cm2

Lb/rb = 350/7.4 = 47; Fb1 = 1413

Ld/Af = 350*3.16 = 1106; Fb2 = 762; Fb = 1413 kg/cm2

fa/Fa = 87/1233 = 0.07 < 0.15

fb/Fb = 1100/1413 = 0.78

fa/Fa+fb/Fb = 0.07+0.78 = 0.85 < 1.00 OK.

ESQUEMA DE MARCO TIPO

CONSTRUCTORA KRONE., S.A. DE C.V ALMACENADORA COMERCIAL AMERICA. BODEGA SAN NICOLÁS

236

Trabes

P = 3950 Kg., M = 27680 Kg-m.

fa = P/A = 3950/107 = 37 kg/cm2.

fb = M/SX = 27680*100/2516 = 1100 kg/cm2.

Lx = 1521 cm, rx = 29.9 cm., Lx/rx = 51

Ly = 450 cm, ry= 5.9 cm, Ly/ry= 76: Fa=1109 kg/cm2

Lb/rb = 450/7.4 = 60; Fb1 = 1343

Ld/Af = 450*3.16 = 1422; Fb2 = 593; Fb = 1343 kg/cm2

fa/Fa = 37/1109 = 0.03 < 0.15

fb/Fb = 1109/1343 = 0.83

fa/Fa+fb/Fb = 0.03+0.83 = 0.86 < 1.00 OK.

MARCOS M2 Y M3

Columnas:

P = 17030 Kg., M = 51040 Kg-m.

fa = P/A = 17030/155 = 110 kg/cm2.

fb = M/SX = 51040*100/4215 = 1211 kg/cm2.

Lx = 700 cm, rx = 32.7 cm., Lx/rx = 21

Ly = 350 cm, ry = 7.0 cm, Ly/ry = 50: Fa=1291 kg/cm2

Lb/rb = 350/8.0 = 44; Fb1 = 1429

Ld/Af= 350*1.57 = 549; Fb2 = 1535; Fb = 1520 kg/cm2

fa/Fa = 110/1211 = 0.09 < 0.15

fb/Fb = 1211/1520 = 0.80

fa/Fa+fb/Fb = 0.09+0.80 = 0.89 < 1.00 OK.

Trabes

P = 7300 Kg., M = 51040 Kg-m.

fa = P/A = 7300/155 = 47 kg/cm2.

fb = M/SX = 51040*100/4215 = 1210 kg/cm2.

Lx = 1521 cm, rx = 32.7 cm., Lx/rx = 47

Ly = 450 cm, ry= 7.0 cm, Ly/ry= 64: Fa=1197 kg/cm2

Lb/rb = 450/8.0 = 56; Fb1 = 1369

Ld/Af = 450*1.57 = 706; Fb2 = 1194; Fb = 1369 kg/cm2

fa/Fa = 47/1210 = 0.04 < 0.15

fb/Fb = 1210/1369 = 0.88

fa/Fa+fb/Fb = 0.04+0.88 = 0.92 < 1.00 OK.

Las secciones están un poco sobradas, pero, aunque pudieran usarse secciones un poco menores, esto ya no

vale la pena. Los esfuerzos cortantes son despreciables. Las columnas se harán de peralte variable de 30” en la rodilla

a 15” en la base, con peso promedio de 0.072 y 0.109 ton/m, respectiva mente.

Los pesos de los marcos serían los siguientes:

Ext. =2*(0.072*7.00+0.084*15.21) = 3.56 Ton < 5.69 Ton

Int. = 2*(0.109*7.00+0.121*15.21) = 5.21 Ton < 8.66 Ton

Los pesos al final del renglón son los originales.

En 2 marcos exteriores mas 4 interiores el ahorro global es de 18.1 ton, aproximadamente 12.0 kg/cm2 o cerca del

40%., muy apreciable.

Monterrey, N.L. Julio 20 de 1999


237

GERENCIA DE PROYECTOS

RIO AMACUSAC 1201 OTE. COL. VALLE ORIENTE

SAN PEDRO GARZA GARCIA, N.L

C.P.66269, MEXICO

TEL. 363-08-80, 363-09-86

.

UNIVERSIDAD METROPOLITANA. DISEÑO ESTRUCTURAL

MEMORIA DE CÁLCULOS.

Junio de 2008.

238

Prologo:

En esta memoria se va a utiliza, para el análisis de la estructura el Método Santa Teresa, así

denominado por haberse usado por primera vez, en 1980, en un edificio de unos 15 pisos en el

fraccionamiento del mismo nombre, al sur de la ciudad de México, DF. Vale mencionar que ha resistido

este edificio el muy importante temblor del 85 y siguientes, sin ningún problema

Se basa el Santa Teresa en el conocido método del Portal, el cual supone la estructura dividida en

niveles y crujías, con las consideraciones siguientes:

1. Para efectos de empujes laterales de viento y sismo se contemplan puntos de inflexión a la mitad de

la altura de las columnas (hc/2) y al centro de los claros (L/2), condición ésta que está muy cercana a

la realidad. Así visto, el sistema es estáticamente determinado, aún sin conocer por adelantado las

secciones de los elementos.

2. Las cargas verticales en las columnas son proporcionales a los anchos tributarios. En una

estructura con claros iguales esto significa que las columnas exteriores, con la mitad del ancho

tributario, tendrá la mitad de las cargas de las columnas interiores, lo cual se reconoce intuitivamente.

3. Los empujes y cortantes horizontales por viento o sismo se distribuyen en la misma proporción,

tocando a las columnas exteriores, en el caso de claros iguales, la mitad de la carga de las interiores.

Esto es elemental en el antiguo método del Portal

4. Como el punto de inflexión tiene una altura constante en cada piso, resulta que tanto los momentos

por empujes horizontales, como las reacciones verticales, resultan proporcionales ambos a las áreas

tributarias. En consecuencia la excentricidad, dada por la relación e = M/P, resulta constante para

todas las columnas en el piso, pues el valor de los anchos tributarios aparecen simultáneamente en el

numerador y el denominador de la fracción y se anulan. Dado que M = Vh * h /2, la excentricidad

estará dada por e = Vh * hc / 2P, constante

Lo mejor del método Santa Teresa, se deriva del hecho de que las áreas tributarias desaparecen en las

fórmulas, por lo cual puede trabajarse con cargas equivalentes para 1 m2 de edificio, un recuadro tipo,

una crujía, o hasta con el edificio completo. El análisis de una crujía tipo es la consideración que

empleamos en esta memoria, como vamos a ver más adelante, por su simplicidad en el presente caso, en

que las planta son distintas.

En la etapa de análisis no nos importan los valores reales de las reacciones verticales ni horizontales,

ni los de los momentos en alguna columna en particular, ya que los datos requeridos serán las cargas

verticales y los empujes de viento o sismo correspondientes a una crujía.

Será así muy fácil determinar, por ejemplo, cuál de las cargas, viento o sismo, es la que rige, dejando

fuera de los cálculos la otra, que ya no interesa. Igualmente será relativamente fácil saber si rigen

cargas muertas y vivas o sus combinaciones con sismo o viento.

A sabiendas que las fórmulas de columnas consideran una excentricidad mínima (tradicionalmente

0.10b), podremos también determinar si las excentricidades rigen o no en el diseño de columnas y losas,

y, en el caso de que rijan, determinar los factores de aumento de la carga axial para producir el mismo

efecto de la carga excéntrica. Como se verá más adelante, no es raro que el factor sea de la unidad, y

que las flexiones, por cualquier causa, no necesiten considerarse.

Para combinaciones con viento o sismo las especificaciones permiten dos cosas: una, usar cargas vivas

reducidas (en nuestro caso la relación de cargas reducida a cargas totales es de alrededor de 0.73), y,

otra, utilizar un factor de 0.75 (Cm + Cv + Cws). El factor combinado resulta de alrededor de

0.73*0.75 = 0.55, por lo cual no debe extrañarnos encontrar que las cargas de viento o sismo no rigen

en la mayor parte de la estructura. Esto lo vamos a ver en el capítulo 5. Análisis general por viento y

sismo.

En el caso de cargas muerta y vivas solamente, recordando la excentricidad mínima de las fórmulas,

será sencillo determinar que los momentos no necesitan ser considerados si la excentricidad es menor

que la mínima.

Una vez hecho este análisis, que es muy simple, y encontrados los factores de amplificación provocados

por las excentricidades de las reacciones verticales que rijan por cargas muertas y vivas y de sismo o

viento, podremos calcular la estructura como si se tratara de solo carga axial.

GARZA MERCADO INGENIERIA


239

GRUPO KRONE DESARROLLOS INMOBILIARIOS GERENCIA DE PROYECTOS RIO AMACUSAC 1201 OTE. COL. VALLE ORIENTE SAN PEDRO GARZA GARCIA, N.L

C.P.66269, MEXICO TEL. 363-08-80, 363-09-86

Atn. Ing. Luis Mata. R3 Septiembre 11 de 2008.

P r e s e n t e.

UNIVERSIDAD METROPOLITANA DISEÑO ESTRUCTURAL. MEMORIA DE CALCULOS.

Contenido:

1. Antecedentes, 2. Descripción, 3. Especificaciones y Materiales, 4. Cargas Básicas, 5. Análisis general de Viento y Sismo, 6. Columnas, pedestales y pilas, 7. Losa Primer Nivel, 8. Losa Niveles 2, a 5, 9. Losas Niveles 6 y 7, 10. Firmes, 11. Escalera, 12.Cisterna 13. Estructuración de Muro.14.Modificaciones al proyecto

ANTECEDENTES. Tratará la presente memoria de cálculos del diseño estructural del edificio para la Universidad Metropolitana, localizado

en la calle Washington y Emilio Carranza, en el centro de la ciudad de Monterrey. Se basará en los planos arquitectónicos

de Vidal Arquitectos. La dirección de proyecto y la obra es de Grupo Krone bajo la dirección del Ing. Luis Mata y la

gerencia de Ing. Eduardo González. El Estudio de Mecánica de Suelos fue realizado por Geotecnia e Ingeniería de

Monterrey, S.A. de C.V. de Ing. José Ignacio Rincón López.

DESCRIPCIÓN.

El edificio consta de 7 pisos: 1 planta de acceso, 2 planta primer nivel, 3 plantas tipo Aulas, niveles 2, 3 y 4, 5 planta terraza y Cafetería, 6 Planta maestros y coordinación, niveles 6 y 7 Planta azotea. La alturas son de 4.55 m en planta de acceso y 3.50 m tipo en el resto de los pisos, medidas de piso a piso. Las losas serán del tipo reticular celulado de 35 cm de espesor. Para mayor información ver planos arquitectónicos UM-AR-01 a 06 inclusive, de Plantas, elevaciones y cortes.

ESPECIFICACIONES Y MATERIALES.

Especificaciones de Diseño. Cargas: Reglamento del DDF. Viento: Manual de Diseño de la CFE 1993. Concreto: ACI 318-95

Especificaciones de Construcción. Concreto: ACI 301 Ultima edición

Materiales Concreto: f’c = 200 Kg/cm2 tipo, excepto indicados. Esfuerzo admisible en el terreno a 1.00 m de profundidad =

2.0 Kg/cm2 para zapatas menores a 4x4 m

1.5 Kg/cm2 para zapatas mayores

28 Kg/cm2 a 22 m de profundidad en pilas

GRUPO KRONE UNIVERSIDAD METROPOLITANA DE MONTERRET

240

CARGAS BÁSICAS. Losa Azotea

Po. Po. Losa (0.35*2400*0.67) 560 Kg/m2

Relleno e Impermealizacion 120 Kg/m2

Instalaciones y Plafón 50 Kg/m2

Total Carga Muerta (wm) 730 Kg/m2

Carga Viva (wv) Equipos AA 400 15 * Kg/m2

Carga Total (wm+wv) 1130 745 * Kg/m2

wu = 1.4*wm+1.7*wv 1700 1050 * Kg/m2 Nota: la carga AA es local para el recuadro de equipos. En el resto usar carga viva de 100 Kg/m2, con ws = 830 y wu = 1190, con Factor de reducción: FR = 1050/1190 = 0.88 Losa Entrepiso Aulas, Salas de lectura y Terrazas

Po. Po. Losa (0.35*2400*0.67) 560 Kg/m2

Acabados de piso 120 Kg/m2

Muros interiores ligeros 110 Kg/m2



Carga Viva (wv) 350 40 * Kg/m2

Carga Total (wm+wv) 1190 880 * Kg/m2

wu = 1.4*wm+1.7*wv 1770 1240 * Kg/m2 Factor de Reducción: FR = 1240/1770 = 0.70 * Cargas vivas reducidas para usarse con sismo o viento Viento Del Manual CFE., 1993 Zona eólica: Monterrey, N.L.

Grupo B, Tipo 1, Categoría 3, Clase B, L>20 m.

Altura máxima del edificio H = 25.55 m. Velocidad regional: Vr = 143 Km/hr


= 0.16, = 390, Frz = 1.56*(10/)a Frz = 0.87 (H<10 m)

Frz = 1.56*(H/) Frz = 1.01 (H=25.55m)

F = Fc*Frz = 0.95*0.87 F = 0.83 (H<10 m)

F = Fc*Frz = 0.95*1.01 F = 0.96 (H=25.55) Fact. topografía, protegido Ft = 1.0

Vel. de diseño:

Vd = Ft*F*Vr = 1.0*0.83*143 = Vd = 119 Km/hr

Vd = Ft*F*Vr = 1.0*0.96*143 = Vd = 137 Km/hr

Altura s/niv. del mar H 1000 m: = 675 mm Hg


G = 0.392* /(273 +) G 0.91

p = 0.0048*G*Vd^2*C p = 0.0048*0.91*119^2*C p = 62*C

p = 0.0048*0.91*137^2*C p = 82*C

C = 0.80+0.50 = 1.30, q = 1.30*62 q = 81 Kg/m2

C = 0.80+0.50 = 1.30, q = 1.30*82 q = 107 Kg/m2



241


q = 0.80* 81 q2 = 65 Kg/m2 q = 0.80*107 q1 = 86 Kg/m2

Formula con altura h > 10 m qh = (86/25.55^0.32)*h

0.32 = 30.5*h

0.32

qmax = 30.5*25.55^0.32 = 86 Kg/m2 q1 en H=25.55 m OK

Formula con altura h <10 m q = 30.5*10^0.32 65 Kg/m2 q2 en H=10.00 m OK

Se puede considerar para diseño una carga promedio de

((86+65)/2*15.55+65*10)/25.55 = 72 Kg/m2 en toda la altura.

Cargas de Sismo

Zona Sísmica A, Suelo tipo 1 Factor sísmico c = 0.08, Ductilidad Q = 4 Coef sísmico reducido c/Q = 0.02

ANÁLISIS DE VIENTO Y SISMO Viento: Largo del edificio EW = 34 m, Ancho del edificio NS = 24 m Altura máxima = 25.55 m Área en elevación EW = 25.55*34 = 868 m2 Área en elevación NS = 25.55*24 = 613 m2 Empuje total por viento HwtEW = 868*0.072*0.75 = 47 Ton HwtNS = 613*0.072*0.75 = 33 Ton

Sismo. El Municipio de Monterrey se encuentra en la zona sísmica “A”, que, de acuerdo al manual de la CFE, es asísmica, por lo que los cálculos que se presentan enseguida servirán, más que todo, para cubrir el requisito de reglamento, y serán de acuerdo al método aproximado de la CFE, obviamente conservador La planta baja no interviene en los empujes de sismo. Áreas y cargas reducidas de Losas Nivel 7 Azotea: 287 m2*1.05 = 301 Ton Nivel 6 Terraza: 333 m2*1.24 = 413 Ton Nivel 5 Biblioteca: 608 m2*1.24 = 754 Ton Nivel 4 Aulas: 643 m2*1.24 = 797 Ton Nivel 3 Aulas: 643 m2*1.24 = 797 Ton Nivel 2 Aulas: 643 m2*1.24 = 797 Ton Nivel 1 Administración: 753 m2*1.24 = 934 Ton Total de Losas 3910 m2 4793 Ton Empuje total de sismo: Hs = 4793*0.02*0.75*1.10 = 79 Ton.


242

Como se puede observar, en teoría rigen los efectos del sismo en ambas direcciones. Sin embargo, como las columnas serán cuadradas y con refuerzo simétrico, para el diseño será suficiente con considerar la dirección transversal. Evidentemente, al considerar el sismo el diseño resulta conservador, por un factor de 1.7, en comparación con el viento, pero ya veremos enseguida que este tampoco es muy importante en los resultados Excentricidades por sismo y cargas reducidas Claros Se analiza una crujía típica de 6.00 m de ancho LED = 8.40 m LDB = 9.00 m LBA = 4.10 m

L = 21.50 m

Empuje, cortantes y momentos.

Niv h Dimens Area wr Wr Wr Wr*h Hs Vhs hp Mts

No m m x m m2 T/m2 Ton Ton Ton-m Ton Ton 3.15 Ton-m

7 25.55 6.00x8.40 50.4 1.05 53 53 1352 3.86 3.86 3.15 6

6 22.05 6.00x8.40 50.4 1.24 62 115 1378 3.94 7.80 3.15 12

5 18.55 6.00x21.50 129.1 1.24 160 275 2969 8.49 16.29 3.15 26

4 15.05 129.1 1.24 160 436 2409 6.88 23.17 3.15 36

3 11.55 129.1 1.24 160 596 1849 5.28 28.46 3.15 45

2 8.05 129.1 1.24 160 756 1288 3.68 32.14 3.15 51

1 4.55 129.1 1.24 160 916 728 2.08 34.22 4.20 72

Tot. 746.2 916 11973 34.22

Hts = 1.7*1.10*.02*915 = 34.22 Ton Todos los cortantes y momentos son inmediatamente abajo del nivel indicado. Para momentos se consideraron alturas netas hn = 3.50-0.35 = 3.15 m tipo, Niv 2 a 7 hn = 4.55-0.35 = 4.20 m solo Niv 1 Como el factor = 0.75 aparece en la carga y el momento, se anula en el cálculo de excentricidades y no se considera

Cargas reducidas y excentricidades 1. La excentricidad básica por piso para empujes de sismo es eo, (En metros) 2. En columnas ejes E y D de pisos 1 a 5 se debe agregar la carga de 57.5 Ton, correspondiente a los niveles 6 y 7, y deducir esa carga de la total, resultando: e2 = e0* P/(P+57.5-2*57.5*Fp)= e0*P/(P+57.5*(1+2Fp)) 3. La excentricidad por cargas muertas más vivas es de L/20 para el último piso superior, y de L/40 para

entrepisos, la cual se debe reducir en la proporción de Wr/Wr 4. El factor de carga axial equivalente será el mayor de: F1 = (0.4+6*e1/d) y F2 = 0.55*(0.4+6*e2/d) donde e1 es la excentricidad por cargas muertas más vivas, es por sismo y, e2 , la combinada = e1+es. 5. En columnas interiores el momento es el doble (wL

2/10), aplicado a la diferencia de los claros adyacentes

6. En columnas laterales y esquineras, la excentricidad por cargas muertas y vivas es 1/20 y 1/40, respectivamente, de la suma de los claros en ambas direcciones


243

Nivel 7 columnas de 40x40 cm Ejes E y D Columnas intermedias Ancho tributario = 8.40/2 = 4.20 m , Mu = 6.0/2 = 3.0 Ton-m; Pu = 53/2 = 26.5 Ton. es = 3.0*100/26.5 = 11 cm; e1 = L/20 = 840/20 = 42 cm; F1 = 0.4+6*42/40 = 6.7 e2 = 11+42 = 53 cm; F2 = 0.55*(0.4+6*53/40) = 4.6 Columnas esquineras: ; e1= (840+600)/20 = 72 cm; F1 = 0.4+6*72/40 = 11.2 Nivel 6 columnas de 40x40 cm Ejes E y D Columnas intermedias Ancho tributario = 8.40/2 = 4.20 m Mu =12.0/2 = 6.0 Ton-m; Pu = 115/2 = 57.5 Ton. es = 6.0*100/57.5 = 10 cm e1 = (840/40)*62/115 = 11 cm: F1 = 0.4+6*11/40 = 2.1 e2 = 10+11 = 21 cm; F2 = 0.55*(0.4+6*21/40) = 2.0 Columnas laterales e1 = (840+600)/40*62/115 = 19 cm¸ F1 = 0.4+6*19/40 = 3.2 Nivel 5 columnas de 40x40 o 50x50 Eje E Columnas intermedias Ancho tributario = 8.40/2 = 4.20 m; Fp = 4.20/21.5 = 0.20 Mu = 26*0.20 = 5.2 Ton-m; Pu = 275*.20 = 55 Ton. es = 5.2*100/55 = 9.5*55/(55+57.5*0.6) = 6 cm e1 = (840/40)*160/275 = 12 cm; F1 = 0.40+6*12/40 = 2.2 e2 = 6+12 = 18 cm, F2 = 0.55*(0.40+6*18/40) = 1.7 Columnas laterales e1 = (840+600)/40*160/275 = 21 cm¸ F1 = 0.40+6*21/40 = 3.6 Eje D Columnas intermedias Ancho tributario = (8.40+9.00)/2= 8.70 m; Fp = 8.70/21.5 = 0.41 MU = 26*0.41 = 10.7 Kg-m; Pu = 275*0.41 = 112Ton Kg. es = 10.7*100/112 = 9.6*112/(112+57.5*0.18)= 9 cm

e1 = 60/10*160/275 = 4 cm; F1 = 0.40+6*4/40 1.3 e2 = 9+4 = 13 cm; F2 = 0.55*(0.40+6*13/40) = 1.3 Columnas laterales e1 = (60+600)/40*160/275 = 10 cm¸ F1 = 0.40+6*10/40 = 1.9 Eje B Columnas intermedias Ancho tributario = (9.00+4.10)/2 = 6.55 m; Fp = 6.55/21.5 = 0.31 Mu = 26*0.31 = 8.1 Ton-m; Pu = 275*0.31 = 85.3 Kg. es = 8.1*100/85.3 = 10 cm e1 = 490/10*160/275 = 28 cm; F1 = 0.40+6*28/50 = 3.8 e2 = 10+28 = 38 cm; F2 = 0.55*(0.40+6*38/50) = 2.7 Columnas laterales e1 = (490+600)/20*160/275 = 32 cm¸ F1 = 0.4+6*32/50 = 4.2


244

Eje A Columnas intermedias Ancho tributario = 4.10/2 = 2.05 m¸ Fp = 2.05/21.5 = 0 .10 Mu = 26*0.10 = 2.6 Ton-m; Pu = 275*.10 = 27.5 Kg. es = 2.6*100/27.5 = 10 cm e1 = 410/20*160/275 = 12 cm F1 = 0.4+6*12/50 = 1.8 e2 = 10+12 = 22 cm; F2 = 0.55*(0.40+6*22/50) = 1.7 Columnas laterales e1 = (410+600)/20*160/275 = 29 cm¸ F1 = 0.40+6*29/50 = 3.9 Nivel 4 columnas de 50x50 Eje E Columnas intermedias Ancho tributario = 8.40/2 = 4.20 m; Fp = 0.20 Mu = 36*0.20 = 7.2 Kg-m; Pu = 435*0.20 = 87 Ton. es = 7.2*100/87 = 8.3*87/(87+57.5*0.6) = 6 cm e1 = 840/40*160/435 = 8 cm F1 = 0.40+6*8/50 = 1.4 e2 = 6+8 = 14; F2 = 0.55*(0.40+6*14/50) = 1.1 Columnas laterales e1 = (840+600)/40*160/435 = 13 cm¸ F1 = 0.40+6*13/50 = 2.0 Eje D Columnas intermedias Ancho tributario = (8.40+9.00)/2 = 8.70 m; Fp = 0.41 Mu = 36*0.41 = 14.8 Kg-m; Pu = 435*0.41 = 178 Kg. es = 14.8*100/178 = 8.3*178/(178+57.5*0.18)= 8 cm

e1 = 60/20*160/435 = 1 cm F1 = 0.40+6*1/50 1.0

e2 = 8+1 = 9 cm F2 = 0.55*(0.40+6*9/50) 1.0 Columnas laterales e1 = (60+600)/40*160/435 = 6 cm. F1 = 0.40+6*6/50 = 1.1 Eje B columnas de 50x50 Columnas intermedias Ancho tributario = (9.00+4.10)/2 = 6.55 m; Fp = 0.31 Mu = 36*0.31 = 11.2 Ton-m; Pu = 436*0.31 = 135 Kg. es = 11.2*100/135 = 8 cm e1 = 490/20*160/435 = 9 cm F1 = 0.40+6*9/50 = 1.5 e2 = 8+9 = 17 cm F2 = 0.55*(0.40+6*17/50) = 1.3 Columnas laterales e1 = (490+600)/40*160/436 =10 cm. F1 = 0.40+6*10/50 = 1.6 Eje A columnas de 50x50 Columnas intermedias Ancho tributario = 4.10/2 = 2.05 m; Fp = 0.10 Mu = 36*0.10 = 3.6 Ton-m; Pu = 436*0.10 = 43.5 Ton. eS = 3.6*100/43.5 = 8 cm

e1 = 410/40*160/436 = 4 cm F1 = 0.40+6*4/50 1.0 e2 = 8+4 = 12 cm F2 = 0.55*(0.40+6*12/50) = 1.0 Columnas laterales e1 = (410+600)/40*160/436 = 9 cm. F1 = 0.40+6*9/50 = 1.5 Nivel 3 columnas de 50x50 Columnas intermedias Eje E Ancho tributario = 8.40/2 = 4.20 m; Fp =.20 Mu = 45*0.20 = 9.0 Ton-m; Pu = 596*0.20 = 119 Ton.


245

es = 9.0*100/119 = 7.6*119/(119+57.5*0.60)= 6 cm e1 = 840/40*160/596 = 6 cm F1 = 0.40+6*6/50 = 1.1 e2 = 6+6 = 12 cm F2 = 0.55*(0.40+6*12/50) = 1.0 Columnas laterales e1 = (840+600)/40*160/596 = 10 cm. F1 = 0.40+6*10/50 = 1.6 Eje D Columnas intermedias Ancho tributario = (8.40+9.00)/2 = 8.70 m; Fp = 0.41 Mu = 45*0.41 = 18.5 Ton-m; Pu = 596*0.41 = 244 Ton. ew = 18.5*100/244 = 7.6*244/(244+57.5*0.18)= 7 cm

e1 = 60/20*160/596 = 1 cm F1 = 0.40+6*1/50 1.0

e2 = 7+1 = 8 cm F2 = 0.55*(0.40+6*8/50) 1.0 Columnas laterales e1 = (60+600)/40*160/596 = 4 cm. F1 = 0.40+6*4/50 = 1.0 Eje B Columnas intermedias Ancho tributario = (9.00+4.10)/2 = 6.55 m; Fp = 0.31 Mu = 45*0.31 = 14.0 Ton-m; Pu = 596*0.31 = 184 Ton. es = 14.0*100/184 = 8 cm e1 = 490/20*160/595 = 7 cm F1 = 0.40+6*7/50 = 1.3 e2 = 8+7 = 15 cm F2 = 0.55*(0.40+6*15/50) = 1.2 Columnas laterales e1 = (490+600)/40*160/596 = 7 cm. F1 = 0.40+6*7/50 = 1.3 Eje A Columnas intermedias Ancho tributario = 4.10/2 = 2.05 m; Fp= 0.10 Mu = 45*0.10 = 4.5 Ton-m; Pu = 596*0.10 = 59.5 Ton. es = 4.5*100/59.5 = 8 cm

e1 = 410/40*160/595 = 3 cm F1 = 0.40+6*3/50 1.0

e2 = 8+3 = 11 cm F2 = 0.55*(0.40+6*11/50) 1.0 Columnas laterales e1 = (410+600)/40*160/596= 7 cm. F1 = 0.40+6*7/50 = 1.2 Nivel 2 columnas de 60x60 Columnas intermedias Eje E Ancho tributario = 8.40/2 = 4.20 m; Fp =.20 Mu = 51*0.20 = 10.2 Ton-m; Pu = 756*0.20 = 151 Ton. es = 10.2*100/151 = 6.8*151/(151+57.5*0.60) = 6 cm

e1 = 840/40*160/756 = 5 cm F1 = 0.40+6*5/60 1.0

e2 = 6+5 = 11 cm F2 = 0.55*(0.40+6*11/60) 1.0 Columnas laterales e1 = (840+600)/40*160/756 = 8 cm. F1 = 0.40+6*8/60 = 1.2 Eje D Columnas intermedias Ancho tributario = (8.40+9.00)/2 = 8.70 m; Fp = 0.41 Mu = 51*0.41 = 20.9 Ton-m; Pu = 756*0.41 = 310 Ton. es = 20.9*100/310 = 6.7*310/(310+57.5*0.18) = 6 cm

e1 = 60/20*160/756 = 1 cm F1 = 0.40+6*1/60 1.0

e2 = 6+1 = 7 cm F2 = 0.55*(0.40+6*7/60) 1.0 Columnas laterales

e1 = (60+600)/40*160/756 = 4 cm. F1 = 0.40+6*4/60 1.0


246

Eje B Columnas intermedias Ancho tributario = (9.00+4.10)/2 = 6.55 m; Fp = 0.31 Mu = 51*0.31 = 15.8 Ton-m; Pu = 756*0.31 = 234 Ton. es = 15.8*100/234 = 6.7*234/(234+67.5*0.38) = 6 cm

e1 = 490/20*160/756 = 5 cm F1 = 0.40+6*5/60 1.0

e2 = 6+5 = 11 cm F2 = 0.55*(0.40+6*11/60) 1.0 Columnas laterales e1 = (490+600)/40*160/756 = 6 cm. F1 = 0.40+6*6/60 = 1.0 Eje A Columnas intermedias Ancho tributario = 4.10/2 = 2.05 m; Fp= 0.10 Mu = 51*0.10 = 5.1 Ton-m; Pu = 756*0.10 = 75.5 Ton. es = 5.1*100/75.5 = 6.8*75.5/(75.5+57.5*0.80) = 4 cm

e1 = 410/40*160/756 = 2 cm F1 = 0.40+6*2/60 1.0

e2 = 4+2 = 6 cm F2 = 0.55*(0.40+6*6/60) 1.0 Columnas laterales

e1 = (410+600)/40*160/756 = 5 cm. F1 = 0.40+6*5/60 1.0

En este último nivel las excentricidades son menores que las del piso anterior. Con la misma secuencia, en los niveles inferiores 1 y planta baja serán aun menores, y las columnas con más carga, por lo cual es previsible que el factor sea de 1.00 bajo el nivel 1 y la cimentación.

En resumen los factores de cargas axiales equivalente a las cargas excéntricas reales, son los siguientes

Eje

Nivel Int Lat Int Lat int lat Int Lat

7 6.7 11.2 6.7 11.2

6 2.1 3.2 2.1 3.2

5 2.2 3.6 1.3 1.9 3.8 4.2 1.8 3.9

4 1.4 2.0 1.0 1.1 1.5 1.6 1.0 1.5

3 1.1 1.6 1.0 1.0 1.3 1.3 1.0 1.2

2 1.0 1.2 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0

1 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0

PB 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0 1.0

E D B A

COLUMNAS, PEDESTALES Y PILAS

Nota: Se presentó originalmente una solución con zapatas, que posteriormente se eliminó. Si se desea, esta solución puede verse en revisiones anteriores de la memoria.


247

Tabla de columnas tipo

a b Ag As Pn

C1 40 40 1592 8#5 15.9 187 1.0

C2 40 40 1600 8#6 23.0 204 1.4

C3 50 50 1592 8#5 15.9 187 1.0

C4 50 50 2296 8#6 23.0 270 1.0

C5 50 50 2500 8#8 40.6 330 1.6

C6 60 60 2296 8#6 23.0 270 1.0

C7 60 60 3600 8#8 40.6 434 1.1

C8 60 60 3600 12#8 60.8 480 1.7

C9 60 60 3600 20#8 101.4 572 2.8

C10 70 70 4900 20#8 101.4 695 2.1

C11 40 120 2388 12#5 23.9 281 1.0

C12 40 120 4592 16#6 45.9 541 1.0

Mca Refzo r

Las Columnas C12 soportan un momento de 90 Ton-m Según manual CRSI-92, se tendrán los siguientes tipos de zapatas, calculadas, según el estudio de suelos, para esfuerzo de trabajo de 2.0 Kg/cm2 en Z1, Z2 y Z3, y de 1.5 Kg/cm2 en Z4 o sea un esfuerzo último de 20*1.6 = 32 y 15*1.6 = 24 Ton/m2, respectivamente, antes de descontar el peso propio Las capacidades son netas, descontando peso propio Áreas tributarias y cargas tipo En las cargas que siguen se incluye una carga última 100 Kg/m2 para considerar peso propio de columnas. |


248

A (m)

L (m)

Área (m2)

7 Azotea 3.00 4.20 12.60 1.23 15

6 a 1 Entrepiso 3.00 4.20 12.60 1.87 24 157

7 Azotea 6.00 4.20 25.20 1.23 31

6 a 1 Entrepiso 6.00 4.20 25.20 1.87 47 217

7 Azotea 6.00 4.20 25.20 1.23 31

6 Equipo AA 3.00 4.20 12.60 1.87 24

6 Entrepiso 3.00 4.20 12.60 1.86 23

5 a 1 Entrepiso 6.00 4.20 25.20 1.87 47 314

7 Azotea 3.00 4.20 12.60 1.23 15

6 Equipo AA 3.00 4.20 12.60 1.87 24

5 a 1 Entrepiso 3.00 4.20 12.60 1.87 24 157

7 Azotea 3.00 4.20 12.60 1.23 15

6 Entrepiso 3.00 4.20 12.60 1.87 24

5 a 1 Entrepiso 3.00 8.90 26.70 1.87 50 289

7 Azotea 6.00 4.20 25.20 1.23 31

6 Entrepiso 6.00 4.20 25.20 1.87 47

5 a 1 Entrepiso 6.00 8.90 53.40 1.87 100 577

7 Azotea 6.00 4.20 25.20 1.23 31

6 Equipo AA 3.00 4.20 12.60 1.87 24

6 Entrepiso 3.00 4.20 12.60 1.87 24

6 Entrepiso 6.00 4.45 26.70 1.87 50

5 a 1 Entrepiso 6.00 8.90 53.40 1.87 100 627

C1 5 a 1 Entrepiso 4.25 6.75 28.69 1.87 54 268

C4 5 a 1 Entrepiso 8.90 6.75 60.08 1.87 112 562

B8 5 a 1 Entrepiso 6.00 6.75 40.50 1.87 76 379

B6 1 Entrepiso 6.00 6.75 40.50 1.87 76 76

A8 5 a 1 Entrepiso 6.00 4.05 24.30 1.87 45 227

5 a 2 Entrepiso 9.00 6.75 60.75 1.87 114

1 Entrepiso 9.00 4.05 36.45 1.87 68 523

A4 5 a 1 Entrepiso 8.10 4.05 32.81 1.87 61 307

A2 5 a 1 Entrepiso 5.05 2.05 10.35 1.87 19 97

D7

Pu T

E1

E9

D1

E7

A6

D3 a D6

wu (Ton/m2)

Pu (Ton)

(Área*wu)

E3 a E6

Dimensiones

Columnas Nivel Tipo

Por último, en las tablas de las hojas siguientes se muestran las cargas por piso, las acumuladas debajo de cada nivel, el factor de cargas axiales equivalentes y la carga última de diseño de diseño, con las cuales se escogen las columnas, pedestales y zapatas.


249

D1SEÑO DE COLUMNAS, PEDESTALES Y PILAS

Nivel Carga Acum Factor Pu dis Mca

5 19 0

4 19 19 4.8 91 C3

3 19 38 1.5 57 C3

2 19 57 1.2 68 C6

1 19 76 1.0 76 C6

PB 5 95 1.0 95 C6

Pila 0 100 1.0 100 PL1

Col A2 (CC9)


5 61 0

4 61 61 4.8 293 C5

3 61 122 1.5 183 C5

2 61 183 1.2 220 C6

1 61 244 1.0 244 C6

PB 5 305 1.0 305 C7

Pila 0 310 1.0 310 PL2

Col A4 (CC12)


5 114 0

4 114 114 4.8 547 C12

3 114 228 1.5 342 C12

2 114 342 1.2 410 C12

1 68 456 1.0 456 C12

PB 5 524 1.0 524 C12

Pila 0 529 1.0 529 PL4

Col A6 (CC14)


5 45 0

4 45 45 4.8 216 C11

3 45 90 1.5 135 C11

2 45 135 1.2 162 C11

1 45 180 1.0 180 C11

PB 5 225 1.0 225 C11

Pila 0 230 1.0 230 PL2

Col A8 (CC11)


250


1 76

PB 5 76 1.0 76 C1

Pila 0 81 1.0 81 PL1

Col B6 (CC15)


5 76 0

4 76 76 3.8 289 C5

3 76 152 1.5 228 C5

2 76 228 1.3 296 C7

1 76 304 1.0 304 C7

Pila 0 380 1.0 380 PL3

Col B8 (CC6)


5 54 0

4 54 54 3.8 205 C4

3 54 108 1.5 162 C4

2 54 162 1.3 211 C6

1 54 216 1.0 216 C6

PB 5 270 1.0 270 C6

Pila 0 275 1.0 275 PL2

Col C1 (CC10)*


5 112 0

4 112 112 3.8 426 C7

3 112 224 1.5 336 C7

2 112 336 1.3 437 C7

1 112 448 1.0 448 C7

PB 5 560 1.0 560 C9

Pila 0 565 1.0 565 PL4

Col C4 (CC13)

*Nota: La marca CC10 se anuló. El arquitecto la cambió por

una columna metálica CCM1

Nivel C arga Acum Factor Pu dis Mca

7 15

6 24 15 11.2 168 C1

5 50 39 3.2 125 C1

4 50 89 1.9 169 C3

3 50 139 1.1 153 C3

2 50 189 1.0 189 C3

1 50 239 1.0 239 C7

PB 5 289 1.0 289 C7

Pila 0 294 1.0 294 PL2

Col D1 (CC3)


251


7 31

6 47 31 6.7 208 C2

5 100 78 2.1 164 C2

4 100 178 1.3 231 C4

3 100 278 1.0 278 C4

2 100 378 1.0 378 C7

1 100 478 1.0 478 C8

PB 5 578 1.0 578 C9

Pila 0 583 1.0 583 PL4

Col D3 a D6 (CC5)


7 31

6 100 31 11.2 347 C5

5 100 131 3.2 419 C7

4 100 231 1.9 439 C7

3 100 331 1.1 364 C7

2 100 431 1.0 431 C7

1 95 531 1.0 531 C9

PB 5 626 1.0 626 C10

Pila 0 631 1.0 631 PL4

Col D7 (CC7)


7 15

6 24 15 11.2 168 C1

5 24 39 3.2 125 C1

4 24 63 3.6 227 C4

3 24 87 2.0 174 C4

2 24 111 1.6 178 C4

1 24 135 1.2 162 C6

PB 5 159 1.0 159 C6

Pila 0 164 1.0 164 PL1

Col E1 (CC1)

|


7 31

6 47 31 11.2 347 C5

5 47 78 3.2 250 C5

4 47 125 3.6 450 C7

3 47 172 2.0 344 C7

2 47 219 1.6 350 C7

1 47 266 1.2 319 C7

PB 5 313 1.0 313 C7

Pila 0 320 1.0 320 PL2

Col E7 (CC6)


252


7 15

6 24 15 11.2 168 C1

5 24 39 3.2 125 C1

4 24 63 3.6 227 C4

3 24 87 2.0 174 C4

2 24 111 1.6 178 C6

1 24 135 1.2 162 C6

PB 5 159 1.0 159 C6

Pila 0 166 1.0 166 PL1

Col E9 (CC2)

Nota: Por razones arquitectónicas la columna en Eje B2 se hizo metálica, de 30x60 cm de dimensiones exteriores. Por sus dimensiones necesita patines de 16 mm u alma de 10 mm, con área de acero de 151 cm2. La carga última actuante es de 290 Ton, que corresponde a una carga de servicio de Ps = 199 Ton y un esfuerzo de trabajo de 1310 Kg/cm2. Sobrada.

En el plano trataremos de estandarizar todas las columnas y pilas.


253

Trabes de Cimentación

Marca wu P L a b M V sección Refuerzo (-) Refuerzo (+) Estribos

TC1 2058 0 6.00 0.00 0.00 7409 6174 30x60 2#5 2#5 # 3 @ 28

TC2 2058 0 8.40 0.00 0.00 14521 8644 30x60 2#5 3#6 # 3 @ 28

TC3 2058 0 7.50 0.00 0.00 11576 7718 30x60 2#5 3#6 # 3 @ 28

TC4 2058 12977 6.00 4.10 1.90 24257 15041 30x60 2#6 3#8 # 3 @ 28

TC5 2058 5454 9.30 5.81 3.49 29690 12977 30x60 2#6 4#8 # 3 @ 28

TC6 2058 5454 9.30 5.81 3.49 29673 12977 30x60 4#8 4#8 # 3 @ 28

TC7 2058 0 5.30 0.00 0.00 7226 5454 20x40 2#5 3#5 # 3 @ 28

TC8 2058 0 4.10 0.00 0.00 4324 4219 30x40 2#5 2#5 # 3 @ 18

TC9 2058 15041 6.00 2.73 3.27 29788 14372 30x60 2#6 4#8 # 3 @ 28

TC10 2058 0 6.60 0.00 0.00 8965 6791 30x40 2#6 3#6 # 3 @ 18

Trabes zona baños Se tendrán trabes de cimentación en la zona de baños y elevadores para los muros de la Planta: Cargas Muros = 1*1.59 = 1.6 Ton/m Po. Po. Trabe Cim = 0.3*0.4*2.4*1.4 = 0.4 Ton/m Total = 2.0 Ton/m TC10 Lmax = 6.61 m;

Mu4 = 2.0*6.61^2/10 = 8.7 Ton-m Vmax = 2.0*6.61/2 = 6.6 Ton

As = 5,73 cm2 3#5 Estribos #3 @ 18 cm Sección 30x60 cm TB11 Lmax = 2.83 m +Mu = 2.0*2.83^2/8 = 2.0 Ton-m Vu = 2.0*2.83/2 = 2.8 Ton

As =mínimo 2#5 Estribos #3 @ 18 cm Sección 30x60 cm Hacer igual a anterior Columnas Baños y Elevadores Pmax = 1.17*(6.606+4.650)/2*2.827/2*7 = 65.2 Ton Po. Po. Col. = 0.3*0.3*2.4*1.4*(6*3.5+4.55) = 7.7 Ton PTotal = 72.2 Ton CBE Sección 30x30 cm con 4#5 y E #3 @ 25 cm con; Padm = 94 ton > PTotal .O.K.

Pilas El laboratorio especifica capacidad de carga de 28 Kg/cm2 a 22 m de profundidad. Las columnas son de 60x60 cm, debiendo usarse pilas mínimas de 80 cm de diámetro. Las campanas se determinan por esfuerzo, pero por razones prácticas no serán mayores que 2 veces el diámetro de la pila, o al contrario, el diámetro de la pila no será menor que la mitad del de la campana.


254

Esfuerzo último en el suelo: fs = 28*1.45 = 41 Kg/m2 Esfuerzo en la pila = .fc = 6fć = 0.6*200 = 120 Kg/cm2 o sea 320 y 1200 Ton/m2, respectivamente En cuyo caso: Área de la campana Ac = Pu/ 410 Á rea de la pila Ap = Pu/1200

Tabla de pilas Mca Pu Ap Ac Dpr Dcr d D

PL1 166 0.138 0.405 0.42 0.72 80 80

PL2 313 0.261 0.763 0.58 0.99 80 100

PL3 380 0.317 0.927 0.64 1.09 80 120

PL4 631 0.526 1.539 0.82 1.40 80 140 De acuerdo al manual CRSI, se deberá reforzar la corona con el 0.5% de la sección de la pila, en una altura de 3 veces el diámetro de la pila, pero no menos de 3.00 m: As = 0.005*0.785*80^2 = 25.1 cm2 Refuerzo de corona 6#8

Estribos #3@40 cm. Altura del refuerzo = 3.00 m

LP

LP


255

LOSA PRIMER NIVEL

PLANTA PRIMER NIVEL

Patín de compresión. Carga neta: wnu = 1770-1.4*(560-0.05*2400) = 1150 Kg/m2 Lmax = 0.95 m; losa continua apoyada en dos direcciones +Mu = 1150*0.95^2/20 = 52 Kg-m Con programa de Excel para diseño por última resistencia de GMI, con los siguientes datos: f’c = 200 Kg/cm2; Fy = 5000; b = bw = 100 cm; H = 5 cm r = 2.5 cm; dr = 1.7 cm < 2.5+2.5 = 5 cm +As = 0.48 cm2/m AsT = 0.0018*5*100*4200/5000 = 0.76 cm2/m, malla 6x6/66 Losa espesor 5 cm con malla 6x6/66 al centro del peralte Nervaduras Se tienen dos zonas: La primera, entre los ejes D y E de 1 a 8: En la dirección Norte-Sur: Con 5 claros de 6.0 m con anchos tributarios de (8.4+7.5)/2 = 7.95 m y (8.40+9.4)/2 = 8.90 m


256

En la dirección Este-Oeste: Con un claro de 8.40 m y anchos tributarios de 3.0 m y 6.0 m La segunda entre los ejes A y D de 1 a 9: Una de 1 a 4 y otra de 4 a 8. En la dirección Norte-Sur: Un claro de 6.90 m con alero de 1.60 m, un claro de 9.30 m, un claro de 8.70 m y un claro de 3.30 m con anchos tributarios de 7.95 m, (7.50+1.9+4.1)/2 = 6.75 m, (1.9+4.1)/2 = 3.0 m y alero de 1.50 m. En la dirección Este-Oeste: De Eje 1 a 4 un claro de 7.50 m, un claro de 6.0 m. y de eje 4 a 8 de 9.40 m y 4.10 m con anchos tribut. de (6.9+9.3)/2 = 8.10 m, (9.3+8.7)/2 = 9.0 m. (8.7+3.3)/2 = 6.0 m Dirección Norte Sur wu1 = 1.77*7.95 = 14.1 Ton/m, (De eje 1 a 4) wu2 = 1.77*8.90 = 15.8 Ton/m, (De eje 4 a 9) wu’ = (14.1+15.8)/2 = 15.0 Ton/m (Entre eje 3 y 5) Reducción de Momentos:

MO = 0.09*F*(1-2*c/3L)^2W*L, F = 1.15-c/L 1 Cmin = 40 cm mín; L = 990 cm máx. F = 1.15-40/990 = 1.11 MO = 0.09*1.11*(1-2*40/(3*990))^2*W*L MO = 0.095*W*L; r = 0.095/0.125 = 0.76 Formula de refuerzo As = Mu/(0.9fykd) = Mu /(0.9*4.2*0.95*0.32) As = 0.88 Mu, con As en cm2 y Mu en Ton-m, Estos valores se verificarán con el programa de diseño de secciones por resistencia última de GMI Momentos totales -Mu1 = 0.76*14.1*6.00^2/10 = 38.6 Ton-m; -Mue = 19.3 Ton-m +Mu1 = 0.76*14.1*6.00^2/14 = 27.6 Ton-m -Mu2 = 0.76*15.8*6.00^2/10 = 43.2 Ton-m; -Mue = 21.6 Ton-m +Mu2 = 0.76*15.8*6.00^2/14 = 30.9 Ton-m Momento Total en Capitel MuC = 0.65*43.2 = 28.1 Ton-m Con programa de Excel para diseño por última resistencia de GMI, con los siguientes datos: f’c = 200 Kg/cm2; Fy = 4200; b = bw = 117 cm; H = 35 cm; r = 3 cm; dr = 22.7 cm < 3+32 = 35 cm -As = 25.4 cm2 13#5 Momento fuera de capitel Ver nervaduras de capitel N3 más abajo -Mu = 9.4Ton-m; +Mu = 5.7 Ton-m; Mut = 15.1 Ton-m L/2 = 6.00/2 = 3.00 m; C = (2*63.5+3*35.4)/2 = 117 cm L/2-C = 3.0-1.17 = 1.83 m. MuFC = 15.1*1.83^2/3.0^2-5.7 = -0.08 T-m; No aplica


257

Momentos por Nervadura Se utilizarán la siguiente distribución de Momentos: -Mu 65% N. Capitel, -Mu 35% N. Losa +Mu 55% N. Capitel, +Mu 45% N. Losa 3 nervaduras de capitel N3 + 4.5 de faja media N2 en zona 1 entre ejes 1 y 4 Ver croquis de distribución en hoja anterior Nervadura N2 -Mu1 = 0.35*19.3/4.5 = 1.5 Ton-m; As = 1.3 cm2 1#4 +Mu13 = 0.45*27.6/4.5 = 2.8 Ton-m; As = 2.5 cm2 2#4 -Mu3 = 0.35*38.6/4.5 = 3.0 Ton-m; As = 2.6 cm2 2#4 +Mu35 = 0.45*27.6/4.5 = 2.8 Ton-m; As = 2.5 cm2 2#4 -Mu57 = 0.35*43.2/4.5 = 3.4 Ton-m; As = 3.0 cm2 2#4 +Mu58 = 0.45*30.9/4.5 = 3.1 Ton-m; As = 2.7 cm2 2#4 -Mu8 = 0.35*21.6/4.5 = 1.7 Ton-m; As = 1.5 cm2 1#4 Sección 12x35 cm Nervadura N3 -Mu1 = 0.65*19.3/3 = 4.2 Ton-m; As = 3.7 cm2 = 2#5 +Mu13 = 0.55*27.6/3 = 5.1 Ton-m; As = 4.5 cm2 = 3#5 -Mu3 = 0.65*38.6/3 = 8.4 Ton-m; As = 7.4 cm2 = 4#5* +Mu35 = 0.55*27.6/3 = 5.1 Ton-m; As = 4.5 cm2 = 3#5 -Mu57 = 0.65*43.2/3 = 9.4 Ton-m; As = 8.3 cm2 = 5#5* +Mu58 = 0.55*30.9/3 = 5.7 Ton-m; As = 5.1 cm2 = 3#5 -Mu8 = 0.65*21.6/3 = 4.7 Ton-m; As = 4.2 cm2 = 3#5 * 2#5 en cada nerv. N3 y 10#5 en capitel = 16#5 > 13#5 Sección 35.4x35 cm Revisión a cortante A) En capitel a 1/2 peralte de paños de columnas. Vumax = 1.77*6.00*8.90 = 94.5 T. bo = (40+32)*4 = 288 cm, d = 32 cm. vu = 94500/(288*32) = 10.3 Kg/cm2 < 13.2, BienB) Fuera del capitel a un peralte del capitel x = 216+32*2 = 280 cm; bo = 6*31+6*30 = 366 cm Vu = 94.5-1.77*2.80*2.80 = 80.6 Ton vu = 80600/(366*32) = 6.9 Kg/cm2 < 7.3 No requiere estribos ni medios casetones.. Dirección Este Oeste wu1 = 1.770*6.00 = 10.6 Ton/m Reducción de Momentos: De hoja anterior: r = 0.76

Momentos Totales. Nervaduras E3 y E4 +MuE3 = 0.76*10.6*8.40^2/8 = 71.1 Ton-m -MuE3 = 0.76*10.6*8.40^2/20 = 28.4 Ton-m Momento Total de Capitel MuC = 0.65*28.4 = 18.5 Ton-m; As = 16.2 8#5 Se tiene 6#5 en tres E3 mas 10#5 en capitel = 16#5 sobrado


258

Momento fuera de capitel No hay momento negativo. No rige

Momentos por Nervadura 3 nervaduras de capitel E3 + 4 nervaduras de faja media E4 Nervadura E3 -Mu = 0.65*28.4/3 = 6.2 Ton-m; As = 5.5 cm2 3#5* +Mu = 0.55*71.1/3 = 13.0 Ton-m; As = 11.4 cm2 3#8 *Se pondrán 2#5 en cada nervadura, y el resto en el capitel Nervadura E4 -Mu = 0.35*28.3/4 = 2.5 Ton-m; As = 2.2 cm2 2#4 -Mu = 0.45*71.1/4 = 8.0 Ton-m; As = 7.1 cm2 3#6 Entre ejes 1 y 4 de A a D. Dirección Norte Sur wu = 1.77*(7.50+6.0)/2 = 12.0 Ton/m; L14 = 8.50 m; L46 = 9.30 m; L’ = (8.50+9.30)/2 = 8.90 m; L68 = 8.70 m; L” = (9.30+8.70)/2 = 9.0 m; L89 = 3.30 m; L’” =(8.7+3.3)/2 = 6.0 m Reducción de Momentos: r = 0.76

Momentos Totales. Nervaduras N4 y N5 -Mu1 = 0.76*12.0*8.50^2/20 = 33.0 Ton-m; +Mu14 = 0.76*12.0*8.50^2/14 = 47.1 Ton-m -Mu4 = 0.76*12.0*8.90^2/10 = 72.2 Ton-m; +Mu46 = 0.76*12.0*9.30^2/14 = 56.4 Ton-m -Mu6 = 0.76*12.0*9.00^2/10 = 73.9 Ton-m; +Mu68 = 0.76*12.0*8.70^2/14 = 49.3 Ton-m -Mu8 = 0.76*12.0*6.00^2/10 = 32.8 Ton-m; +Mu89 = 0.76*12.0*3.30^2/14 = 7.1 Ton-m -Mu8 = 0.76*12.0*3.30^2/20 = 5.0 Ton-m; Momento Total máximo en Capitel MuC = 0.65*73.9 = 48.0 Ton-m; As = 42 cm2 = 20#5 Momento fuera de capitel No hay momento negativo fuera del capitel. No rige

Momentos por Nervadura 6 nervaduras de faja media N4 y 3 de capitel N5 Nervadura N4 -Mu1 = 0.35*33.0/6 = 1.9 Ton-m; As = 1.7 cm2 1#5 +Mu14 = 0.45*47.1/6 = 3.5 Ton-m; As = 2.9 cm2 2#5 -Mu4 = 0.35*72.2/6 = 4.2 Ton-m; As = 3.7 cm2 2#5 +Mu46 = 0.45*56.4/6 = 4.2 Ton-m; As = 3.7 cm2 2#5 -Mu6 = 0.35*73.9/6 = 4.3 Ton-m; As = 3.8 cm2 2#5 +Mu68 = 0.45*49.3/6 = 3.7 Ton-m: As = 3.3 cm2 2#5 -Mu8 = 0.35*32.8/6 = 1.9 Ton-m; As = 1.7 cm2 1#5 +Mu89 = 0.45* 7.1/6 = 0.5 Ton-m: As = 0.5 cm2 1#5 -Mu9 = 0.35* 5.0/6 = 0.3 Ton-m; As = 0.3 cm2 1#5 Sección 12x35


259

Nervadura N5 -Mu1 = 0.65*33.0/3 = 7.1 Ton-m; As = 6.2 cm2 2#6 +Mu14 = 0.55*47.1/3 = 13.4 Ton-m; As = 11.8 cm2 3#8 -Mu4 = 0.65*72.2/3 = 15.6 Ton-m; As = 13.5 cm2 5#6* +Mu46 = 0.55*56.4/3 = 10.3 Ton-m; As = 14.1 cm2 2#8 -Mu6 = 0.65*73.9/3 = 16.0 Ton-m; As = 9.1 cm2 5#6* +Mu68 = 0.55*49.3/3 = 9.0 Ton-m; As = 7.9 cm2 2#8 -Mu8 = 0.65*32.8/3 = 7.1 Ton-m; As = 6.2 cm2 3#6* +Mu89 = 0.55* 7.1/3 = 1.3 Ton-m; As = 1.1 cm2 1#8 -Mu9 = 0.65* 5.0/3 = 1.1 Ton-m; As = 1.0 cm2 1#6* *Se pondrán 2#6 en cada nervadura, y el resto en el capitel Sección 35.8x35 Nervadura N6 -Mu1 = 0.76*0.35*12*1.6^2/(2*4) = 1.0 Ton-m; As = 0.9 1#5 +Mu14 = 0.76*0.45*12*8.0^2/(8*4) = 8.2 Ton-m; As = 7.2 4#5 -Mu4 = 0.76*0.35*12*8.0^2/(20*4) = 2.6 Ton-m; As = 2.3 2#5 Sección 12x35 Revisión a cortante A) En capitel a 1/2 peralte de paños de columnas. Vumax = 1.77*6.75*8.90 = 106 T bo = (40+32)*4 = 288 cm, d = 32 cm. vu = 106000/(288*32) = 11.5 Kg/cm2 < 13.2, O.K.B) Fuera del capitel a un peralte del capitel x = 249+32*2 = 313 cm; bo = 6*35+6*41 = 456 cm Vu = 106-1.77*3.13*3.13 = 88.7 Ton vu = 88700/(456*32) = 6.1 Kg/cm2 < 7.3 No requiere estribos ni medios casetones.. Dirección Este – Oeste (4nervaduras E6 + 3 Nervaduras E5) wu = 1.77*(6.7+9.3)/2 = 14.2 Ton/m; L1 = 7.50 m; L2 = 6.0 m; L’ = (7.5+6.0)/2 = 6.75 m Momentos Totales. Nervaduras E6 y E5 -Mu = 0.76*14.2*6.00^2/20 = 19.4 Ton-m +Mu = 0.76*14.2*6.00^2/14 = 27.8 Ton-m -Mu = 0.76*14.2*6.75^2/10 = 49.2 Ton-m +Mu = 0.76*14.2*7.50^2/14 = 43.4 Ton-m -Mu = 0.76*14.2*7.50^2/20 = 30.3 Ton-m Momento Total de Capitel MuC = 0.65*49.2 = 32 Ton-m; -As = 29.1 cm2 15#5 o 10#6 Momento fuera de capitel Ver nervaduras E 5 adelante -Mu = 10.7 Ton-m; +Mu = 8 Ton-m; Mut = 18.7 Ton-m L/2 = 8.4/2 = 4.2 m; C = (2*63.5+3*30)/2 = 108 cm L/2-C = 4.20-1.08 = 3.12 m. MuFC = 18.7*3.12^2/4.20^2-8 = 2.3 T-m; Factor = 2.3/10.7 = 0.21; -Mutc = 0.21*Muc


260

Momentos por Nervadura Nervadura E5 -MuA = 0.65*19.4/3 = 4.2 Ton-m; As = 3.6 cm2 2#5 +MuAC = 0.55*27.8/3 = 5.1 Ton-m; As = 4.3 cm2 3#5 -MuC = 0.65*49.2/3 = 10.7 Ton-m; As = 9.8 cm2 5#5* +MuCD = 0.55*43.4/3 = 8.0 Ton-m; As = 6.8 cm2 4#5 -MuD = 0.65*30.3/3 = 6.6 Ton-m; As = 5.8 cm2 3#5 *Se pondrán 2#5 en cada nervaduras, y el resto en el capitel Sección 40.6x35 cm Nervadura E6 -MuA = 0.35*19.4/4 = 1.7 Ton-m; As = 1.5 cm2 1#5 +MuAC = 0.45*27.8/4 = 3.1 Ton-m; As = 2.6 cm2 2#5 -MuC = 0.35*49.2/4 = 4.3 Ton-m; As = 3.8 cm2 2#5 +MuCD = 0.45*43.4/4 = 4.9 Ton-m; As = 4.3 cm2 2#5 -MuD = 0.35*30.3/4 = 2.7 Ton-m; As = 2.4 cm2 2#5 Sección 12x35 cm De 4 a 9 entre A y D wu = 1.77*9.0 = 15.9 Ton/m Momentos totales -MuA = 0.76*15.9*6.00^2/20 = 21.8 Ton-m +MuAC = 0.76*15.9*6.00^2/14 = 31.1 Ton-m -MuC = 0.76*15.9*6.75^2/10 = 55.1 Ton-m +MuCD = 0.76*15.9*7.50^2/14 = 48.6 Ton-m -MuD = 0.76*15.9*7.50^2/20 = 34.0 Ton-m Nervadura E7 -MuA = 0.65*21.8/3 = 4.7 Ton-m, As = 4.0 cm2 2#6 +MuAC = 0.55*31.1/3 = 5.7 Ton-m; As = 4.8 cm2 2#6 -MuC = 0.65*55.1/3 = 11.9 Ton-m; As = 11.0 cm2 4#6* +MuCD = 0.55*48.6/3 = 8.z w9 Ton-m; As = 7.6 cm2 3#6 -MuD = 0.65*34.0/3 = 7.4 Ton-m; As = 6.5cm2 3#6 Sección 40.6x35 cm *Se pondrán 2#6 en cada nervaduras, y el resto en el capitel Nervadura E8 -MuA = 0.35*21.8/8 = 1.0 Ton-m; As = 0.9 cm2 1#4 +MuAC = 0.45*31.1/8 = 1.8 Ton-m; As = 1.6 cm2 2#4 -MuC = 0.35*55.1/8 = 2.4 Ton-m; As = 2.1 cm2 2#4 +MuCD = 0.45*48.6/8 = 2.7 Ton-m; As = 2.4 cm2 2#4 -MuD = 0.35*34.0/8 = 1.5 Ton-m; As = 1.3 cm2 1#4 Sección 12x35 cm Vigas zona de baños

Cargas La losa del corredor se sostiene en ménsulas VBE2 wu = 1.77*1.50+1.17*1.50+1.5 muro+0.4 pp = 6.3 T/m Fórmulas de refuerzo: Con viga H = 40 cm; As = Mu/(0.9*4.2*0.95*0.35) = 0.80 Mu


261

Las vigas están reforzadas a compresión con refuerzos continuos VBE1 L1 = 5.93 m; L2 = 4.65 m; L’ = (5.93+4.65)/2 = 5.29 m; L3 = 6.61 m; L4 = (4.65+6.61)/2 = 5.63 m -Mu1 = 6.3*5.93^2/20 = 11.1 Ton-m; As = 9.4 cm2 2#8 +Mumax = 6.3*6.61^2/14 = 19.7 Ton-m; As = 19.2 cm2 4#8 -Mu2 = 6.3*5.29^2/10 = 17.6 Ton-m; As = 16.5 cm2 4#8 Vuc = 6.3*(5.93/2-0.50) = 15.5 Ton En la viga eje 9 este refuerzo se complementa con el de las nervaduras de la losa aligerada adyacentes a la viga. En la viga exterior, la carga es la de la losa baños, de solo 3.7 Ton/m, por lo cual los refuerzos necesarios son solo el 40% de los anteriores. En resumen, ambas vigas se harán iguales, sección 30x40

cm, reforzados con 3#8 y Estribos #3 @ 18 cm VBE2 Lmax = 2.83 m, cargan solo muro y peso propio +Mu = 1.9*2.83^2/8 = 1.9 Ton-m; As = 1.7 2#4 Estribos #2 @ 13 cm Sección 20x30 cm

Nota: Después de terminado el diseño estructural se agregaron en el perímetro de la zona de baños-elevadores muros de concreto reforzado de 15 cm, que ayudan grandemente a la capacidad de carga de estas vigas, que, junto con sus columnas y castillos, dejan de ser necesarias. Se conservaron, sin embargo, en bien de la seguridad.


262

LOSAS NIVELES 2 A 5

Las cargas y los claros de esta losas son los mismos, excepto por pequeñas diferencias en el perímetro de las losas.

En el nivel 5 se tiene un área de biblioteca, que nosotros interpretamos como sala de lectura, con las mismas cargas anteriores. Si se decidiera hacerla de almacén de libros, la carga viva aumenta a 750 Kg/m2 en lugar de los 350 de aulas, con un incremento de carga de 400X1.7 = 680 Kg/m2 y la eliminación de muros interiores, con carga última total de 1770+680-150 = 2300 Kg/m2. Factor de carga = 2300/1770 = 1.3, necesitándose aumentar refuerzos en la misma proporción y poner medios casetones adyacentes al capitel para disminuir los cortantes

PLANTA LOSA SEGUNDO NIVEL

Losa Segundo Nivel Patín de compresión. Igual al de la losa de primer nivel. Losa espesor 5 cm con malla 6x6/66 al centro del peralte Nervaduras. Se trata de una losa reticular apoyada en dos direcciones con: En la dirección Norte Sur 5 claros de L1 = 6.00 m con ancho tributario de 7.95 y 6.37 m


263

1 claro de L1 = 8.50 m; 1 claro de L2 = 9.30 m; un claro de L3 = 8.70 m y un claro L4 = 3.30 m, con ancho tributario de 6. 00 y 9.00 m. En la dirección Este Oeste 1 claro L1 = 8.4 m; 1 claro L2 = 7.5 m; 1 claro de L3 = 6.00 m, con anchos tributarios de 6.00 m y 4.25 m. y 1 claro de L1= 9.40 m; 1 claro de L2 = 4.10 m; y un alero variable de 1.35 m a 2.02 m. Dirección Norte Sur wu1 = 1.77*7.95 = 14.1 Ton/m, wu2 = 1.77*(8.4/2+2.17) = 11.3 Ton/m, wu’ = (14.1+11.3)/2 = 12.7 Ton/m Reducción de Momentos y fórmula de refuerzo: Al igual que en la anterior r = 0.76 As = 0.88 Mu Momentos totales -Mu1 = 0.76*14.1*6.00^2/20 = 19.3 Ton-m +Mu13 = 0.76*14.1*6.00^2/14 = 27.6 Ton-m; -Mu3 = 0.76*14.1*6.00^2/10 = 38.6 Ton-m +Mu35 = 0.76*14.1*6.00^2/14 = 26.6 Ton-m -Mu5 = 0.76*12.7*6.00^2/10 = 34.8 Ton-m +Mu56 = 0.76*11.3*6.00^2/14 = 22.1 Ton-m -M6 = 0.76*12.7*6.00^2/10 = 34.8 Ton-m +M67 = 0.76*11.3*6.00^2/14 = 22.1 Ton-m -Mu7 = 0.76*11.3*6.00^2/10 = 30.9 Ton-m

+Mu7 9 = 0.76 22.7*14/8-(31.7+20.8)*0.71/2 = 21.9 22.1

-Mu9 = 0.78*11.3*2.17^2/ 2 = 20.8 Ton-m Momento Total en Capitel MuC = 0.65*38.6 = 25.1 Ton-m; As = 0.88*25.7 = 22 cm2 11#5 Momento fuera de capitel Al igual que en la losa primer nivel, este es despreciable

Momentos por Nervadura Se utilizarán la misma distribución de Momentos: 3 nervaduras de capitel N3 + 6 de faja media N2 en zona 1 3 nervaduras de capitel N3 + 4.5 de faja media N2 en zona 2 Ver croquis de distribución en hoja anterior Nervadura N2 -Mu1 = 0.35*19.3/6 = 1.1 Ton-m; As = 1.0 cm2 1#4 +Mu13 = 0.45*27.6/6 = 2.1 Ton-m; As = 1.8 cm2 2#4 -Mu3 = 0.35*38.6/6 = 2.3 Ton-m; As = 2.1 cm2 2#4 +Mu35 = 0.45*26.6/6 = 2.0 Ton-m; As = 1.8 cm2 2#4 -Mu5 = 0.35*34.8/6 = 2.0 Ton-m; As = 1.8 cm2 2#4 +Mu56 = 0.45*22.1/6 = 1.7 Ton-m; As = 1.5 cm2 2#4 -Mu6 = 0.35*34,8/6 = 2.0 Ton-m; As = 1.8 cm2 2#4 +Mu67 = 0.45*22.1/6 = 1.7 Ton-m; As = 1.5 cm2 2#4 -Mu7 = 0.35*30.9/6 = 1.8 Ton-m; As = 1.7 cm2 2#4 +Mu79 = 0.45*22.1/6 = 1.7 Ton-m; As = 1.5 cm2 2#4 -Mu9 = 0.35*20.8/6 = 1.2 Ton-m; As = 1.1 cm2 1#4 Sección 12x35


264

Nervadura N3 -Mu1 = 0.65*19.3/3 = 4.2 Ton-m; As = 3.6 cm2 2#5 +Mu13 = 0.55*27.6/3 = 5.1 Ton-m; As = 4.3 cm2 3#5 -Mu3 = 0.65*38.6/3 = 8.4 Ton-m; As = 7.6 cm2 4#5* +Mu35 = 0.55*26.6/3 = 5.1 Ton-m; As= 4.3 cm2 3#5 -Mu5 = 0.65*34.8/3 = 7.5 Ton-m; As = 6.7 cm2 4#5* +Mu56 = 0.55*22.1/3 = 4.1 Ton-m; As = 3.4 cm2 3#5 -Mu6 = 0.65*34.8/3 = 7.7 Ton-m; As = 6.7 cm2 4#5* +Mu67 = 0.55*22.1/3 = 4.1 Ton-m; As = 3.4 cm2 3#5 -Mu7 = 0.65*30.9/3 = 6.9 Ton-m; As = 6.7 cm2 4#5 +Mu79 = 0.55*22.1/3 = 4.1 Ton-m; As = 3.4 cm2 3#5 -Mu9 = 0.65*20.8/3 = 3.4 Ton-m; As = 2.9 cm2 2#5 Sección 35.8x35 Revisión a cortante Es igual al del nivel 1 No necesita estribos ni medios casetones Dirección Este Oeste wu1 = 1.770*6.00 = 10.6 Ton/m wu2 = 1.770*9 .00 = 15.9 Ton/m Reducción de Momentos: De hoja anterior: r = 0.76

Momentos Totales. Nervaduras E3 y E4 -MuD = 0.76*15.9*6.75^2/20 = 27.5 Ton-m +MuDE = 0.76*10.6*8.40^2/8 = 71.1 Ton-m -MuE = 0.76*10.6*8.40^2/20 = 28.4 Ton-m Nervaduras E5 y E6 En E5 es un solo claro de 8.40 m con un alero de 2.17 m -MuD = 0.76*10.6*2.17^2/2 = 19.0 Ton-m +MuDE = 0.76*(10.6*8.4^2/8-19.0/2) = 65.8 Ton-m -MuE = 0 .76*10.6*8.4^2/20 = 28.4 Ton-m Momento Total de Capitel MuC = 0.65*65.8 = 42.8 Kg-m; As = 37.6 cm2 19#5 Momento fuera de capitel Como en el caso anterior : Mufc No rige

Momentos por Nervadura Se utilizarán la misma distribución de momentos anterior: 3 nervaduras de capitel E3 + 4 nervs de faja media E6 Nervadura E3 As -MuD = -MuE = 0.65*28.4/3 = 6.2 Ton-m; 5.2 cm2 2#5* +MuDE = 0.55*71.1/3 = 13.0 Ton-m; 11.2 cm2 3#8 *Se pondrán 2#5 en cada nervaduras, y el resto en el capitel Nervadura E4 -MuD = 0.35*27.5/4 = 1.7 Ton-m; As = 1.4 cm2 2#4 +MuDE = 0.45*71.1/4 = 7.4 Ton-m; As = 6.5 cm2 3#6 -MuE = 0.35*28.4/4 = 2.6Ton-m; As = 2.3 cm2 2#4


265

Nervadura E5 -MuD = 0.65*19.0/3 = 4.1 Ton-m; As = 3.6 cm2 2#5 +MuDE = 0.55*65.8/3 =12.1 Ton-m; As =10.4 cm2 2#8 -MuE = 0.65*29.2/3 = 6.4 Ton-m; As = 5.5 cm2 3#5* * 2#5 en cada nervaduras, y el resto en el capitel Nervadura E6 -MuD = -MuE = 0.35*29.2/4 = 2.6 Ton-m; As= 2.3 cm2 2#5 +MuDE = 0.45*72.9/4 = 8.2 Ton-m; As = 7.2 cm2 3#6 Entre ejes 1 y 4 de A a D . Dirección Norte Sur Son 6 nervaduras de faja media N4 y 3 nervaduras de capitel N5 wu = 1.77*(7.50+6.0)/2 = 12.0 Ton/m; L14 = 8.50 m; L46 = 9.30 m; L’ = (8.50+9.30)/2 = 8.90 m; L68 = 8.70 m; L” = (9.30+8.70)/2 = 9.0 m; L89 = 3.30 m; L’” =(8.7+3.3)/2 = 6.0 m a = 2.17 m

Momentos Totales. Nervaduras N4 y N5 -Mua = 0.76*12*2.17^2/2 = 21.5 Ton-m +Mu = 0.76*(12*8.50^2/8-21.5/2) = 74.2 Ton-m -Mu = 0.76*12*8.50^2/20 = 33.0 Ton-m Momento Total de Capitel exterior MuC = 0.65*33.0 = 21.5 Ton-m; -As = 19 cm2 10#5 Momento fuera de capitel Como en el nivel anterior, no aplica

Momentos por Nervadura Con la misma distribución anterior. Nervadura N4 -Mu1 = 0.35*33.0/6 = 1.9 Ton-m; As = 1.7 cm2 1#5 +Mu14 = 0.45*74.2/6 = 5.6 Ton-m; As = 4.9 cm2 2#6 -Mu4 = 0.35*21.5/6 =1.3 Ton-m; As = 1.1 cm2 1#5 Sección 12x35 Nervadura N5 -Mu1 = 0.65*33.0/3 = 7.1 Ton-m; As = 6.2 cm2 3#5* +Mu14 = 0.55*74.2/3 = 13.6 Ton-m; As = 11.2 cm2 4#6 -Mu4 = 0.65*21.5/3 = 4.7 Ton-m; As = 4.2 cm2 2#5* Sección 35.8x35 *Se pondrán 2#5 en cada nervaduras, y el resto en el capitel Nervadura N6 As -Mu1 = 0.76*0.35*12*1.6^2/(2*4) = 1.0 Ton-m = 0.9 cm2 1#5 +Mu14 = 0.76*0.45*12*8^2/(8*4) = 8.2 Ton-m = 7.0 cm2 4#5 -Mu4 = 0.76*0.35*12*8^2/(20*4) = 2.6 Ton-m =2.3 cm2 2#5 Sección 12x35 Revisión a cortante Como en las losas anteriores, No requiere estribos ni medios casetones.


266

Dirección Este – Oeste (4nervaduras E6 + 3 Nervaduras E5) wu = 1.77*(6.7+9.3)/2 = 14.2 Ton/m; L1 = 7.50 m; L2 = 6.0 m; L’ = (7.5+6.0)/2 = 6.75 m Momentos Totales. -MuA = 0.76*14.2*6.00^2/20 = 19.4 Ton-m +MuAC = 0.76*14.2*6.00^2/14 = 27.8 Ton-m -MuC = 0.76*14.2*6.75^2/10 = 49.1 Ton-m +MuCD = 0.76*14.2*7.50^2/14 = 43.4 Ton-m -MuD = 0.76*14.2*7.50^2/20 = 30.4 Ton-m Momento Total de Capitel MuC = 0.65*49.1 = 32 Ton-m; As = 28.1 cm2 14#5 omento fuera de capitel Es igual a la losa del nivel anterior -Mutc = 0.21*Muc; no rige Momentos por Nervadura Con la misma distribución anterior en 3 nervaduras de capitel E7 y 4 de faja media E8. Nervadura E7 -MuA = 0.65*19.4/3 = 4.2 Ton-m; As = 3.6 cm2 2#5 +MuAC = 0.55*27.8/3 = 5.1 Ton-m; As = 4.3 cm2 2#5 -MuC = 0.65*49.1/3 = 10.7 Ton-m; As = 9.4 cm2 5#5* +MuCD = 0.55*43.4/3 = 8.0 Ton-m; As = 7.0 cm2 4#5 -MuD = 0.65*30.4/3 = 6.7 Ton-m; As = 5.9 cm2 3#5* Sección 40.6x35 cm *Se pondrán 2#5 en cada nervaduras, y el resto en el capitel Nervadura E8 -MuA = 0.35*19.4/4 = 1.7 Ton-m; As = 1.5 cm2 2#4 +MuAC = 0.45*27.8/4 = 3.1 Ton-m; As = 2.7 cm2 3#4 -MuC = 0.35*49.1/4 = 4.3 Ton-m; As = 3.8 cm2 3#4 +MuCD = 0.45*43.4/4 = 4.9 Ton-m; As = 4.3 cm2 4#4 -MuD = 0.35*30.4/4 = 2.7 Ton-m; As = 2.4 cm2 2#4 Sección 12x35 cm De 4 a 9 entre A y D Cargas y momentos totales wu = 1.77*9.0 = 15.9 Ton/m -MuA = 0.76*15.9*1.50^2/ 2 = 13.6 Ton-m +MuAC = 0.76*15.9*6.00^2/14 = 31.1 Ton-m -MuC = 0.76*15.9*6.75^2/20 = 27.5 Ton-m Son 3 nervaduras E9 y 8 nervaduras E10 Nervadura E9 -MuA = 0.65*13.6/3 = 3.0 Ton-m: As = 2.4 cm2 2#6 +MuAC = 0.55*31.1/3 = 5.7 Ton-m; As = 5.0 cm2 2#6 -MuC = 0.65*27.5/3 = 6.0 Ton-m; As = 5.3 cm2 2#6 Sección 40.6x35 cm *Se pondrán 2#6 en cada nervadura, y el resto en el capitel Nervadura E10 -MuA = 0.35*13.6/8 = 1.0 Ton-m; As = 0.9 cm2 1#4 +MuAC = 0.45*31.1/8 = 1.8 Ton-m; As = 1.5 cm2 2#4 -MuC = 0.35*27.5/8 = 1.2 Ton-m; As = 1.1 cm2 2#4 Sección 12x35 cm


267

En el nivel 5 se tiene un área de biblioteca, que nosotros interpretamos como sala de lectura, con las mismas cargas anteriores. Si se decidiera hacerla de almacén de libros, la carga viva aumenta a 750 Kg/m2 en lugar de los 350 de aulas, con un incremento de carga de 400X1.7 = 680 Kg/m2, y se eliminan de muros interiores, con carga última total de 1770+680-150 = 2300 Kg/m2. Factor de carga = 2300/1770 = 1.3, necesitándose aumentar refuerzos en la misma proporción y poner medios casetones adyacentes al capitel para disminuir los cortantes Ver cálculo detallado en capítulo 14.5 .

LOSAS NIVELES 6 Y 7.

Los claros son iguales que los de la zona poniente de las losas anteriores. En el entrepiso se utilizarán las mismas

cargas, resultando refuerzos iguales. En azoteas los refuerzos pueden disminuirse en la proporción de sus cargas:

Carga de entrepiso = 1770 Kg/m2

Carga de azotea = 1400 Kg/m2. Se incluye un aumento por equipos

de aire acondicionado.

Factor = 1400/1770 = 0.79

FIRMES De acuerdo al Manual CRSI 63, para estacionamientos se tendrán: Firmes de 15 cm es espesor con malla 6x6/66 en lecho superior.

ESCALERA

PLANTA TIPO ESCALERA

Diseño de la escalera La escalera tiene un diseño marcadamente arquitectónico. Se apoya en las losas de los pisos y en una columna en el extremo del ojo de la escalera como se muestra en el dibujo arriba. Los escalones son de concreto pero de solo 5 cm de espesor. La estructura es metálica, formada por una viga V1 en doble voladizo apoyada en la columna, y alfardas longitudinales AL1 a AL4 apoyadas en esta viga y las losas de llegada. Se complementa con tensores verticales en las esquinas interiores, solo para equilibrar la carga viva. En el nivel 5 los tensores se substituyen por columnitas PER.

Escalón tipo: Tienen forma de Z con huella de 30 cm, peralte de aproximadamente 17.5 cm y espesor arquitectónico de 5 cm. Se apoyan las huellas en las nervaduras entre dos escalones,

GRUPO KRONE UNIVERSIDAD METROPOLITANA DE MONTERREY

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con sección vertical de 5x27.5 cm, apoyadas en las alfardas metálicas longitudinales. Las alfardas se apoyan en vigas en voladizo hacia cada lado de la columna del ojo. En el descanso la losa se hace de 10 cm para evitar vigas intermedias Escalones espesor 5 cm, con varilla #2@15 cm en forma de Z al centro del peralte y 3#3 cada huella. Losa de descanso espesor 10 cm con parrilla #3 @ 15 cm

Alfardas AL1 a AL4 Cargas Mosaico = 120 = 120 Kg/m2 Nervadura = 2400*0.05*0.275/.3 = 120 Kg/m2 Huella neta = 2400*0.05 = 120 Kg/m2 Carga viva = 350 Kg/m2 Total w = 710 Kg/m2 En descanso: w = 240+120+350 = 710 Kg/m2 w = 710*1.40/2 + 26 pp = 520 Kg/m L = 2.70 m M = 520*2.7^2/8 = 475 Kg-m S = 475/15.2 = 31 cm3 = CPS102*8.04 Kg/m Por diseño arquitectónico, para cubrir escalones, usar AL1 a AL4: CPS254x22.63 Kg/m Viga doble voladizo V1 Y V3 P1 = P2 = 520*(2.7/2+1.40) = 1430 Kg M = 1430*(1.4+0.15) = 2220 Kg-m S = 2220/15.2 = 146 cm3 = Por arquitectura usar CPS254 V1: Sección 2-CPS254x45.26 Kg/m Viga exterior V2 wv = 710*1.4/2 +26 pp = 520 Kg/m M = 520*3.10^2/8 = 624 Kg-m S = 624/ 15.2 = 41 cm3. Por arquitectura usar V1: Sección CPS254x22.63 Kg/m Columna P = 1430*4*6/1000 + PP = 35 Ton Por arquitectura se solicita una columna de 305 mm de diámetro. La sección mínima es la de 49.7 Kg/m, con As = 63.5 cm2 rx = ry = 11.2 cm hx/rx = 420/11.2 = 38; Fa = 1363 Kg/cm2 Padm = 1363*63.5/1000 = 86 Ton > 35 Ton O.K.

CE1 tubo 305 mm – 49.7 Kg/m Placa Base Se propone placa base de 35.6x35.6 cm A = 1270 cm2 fp = 35000/1270 = 28 Kg/cm2 < 60 Kg/cm2 O.K. m = 9 cm en diagonal

t = 9*(2*28/1900)^0.5 = 1.6 cm 19 mm

PBE1: 1.9x35.6x35.6 cm con 4 anclas 19x 48 cm


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CISTERNA Será con capacidad de 75 m3. Se acepto Cisterna de 6.60x4.20 m Altura libre = 75/(6.6*4.2) = 2.70 m + 0.30 aire = 3.00 m Losa superior: s = 4.40 m, L = 6.80 m, m = s/L = 0.65 ws = 1400*(1-..65^4) = 1150 Kg/m2 wl = 1400-1150 = 250 Kg/m2 Mus = 1150*4.4^2/8 = 2800 Kg-m/m Mul = 250*6.8^2/8 = 1500 Kgm/m Con el programa se requiere losa espesor 20 cm con Var.#5@30 cm en dirección corta y #4@30 en dirección larga Muros de contención cisterna: Se diseña apoyados de piso a techo, con altura de muro de 3.00 m. Muros exteriores MC1: Por especificaciones de cisternas se diseñan por esfuerzos de trabajo reducidos, para h = 1.90 y 3.30 m respectivamente

= 1600 kg/m3, = 32.5 º, kr = 0.3; w = 1600*0.3 = 480 kg/m H = 3.00 m, hn = 3.1m Mz = 480*3.10^3/16 = 890 Kg-m Peralte y refuerzo, opción por esfuerzo de trabajo: d = 0.37*√890 = 11 cm < 16+4 = 20 cm; fs = 1100 Kg/cm2 As = 890/(1100*0.89*0.16) = 5.7 cm2/m # 4 @ 20 cm Asth = 0.0025*20*100 = 5.0 cm2/m # 4 @ 25 cm Muro espesor 20 cm, Var#4@20 cm vert + #4@25 cm htal. Los muros tendrán en su parte inferior un dado de 20x20 cm, monolítico con el firme, protegido con candado y Jta PVC de 6”. Cimentación: wumax.= 2800*4.4/2+1.4*(0.2*3.00*2400+1000) = 9600 Kg/m. fu = 2.0*1.6 = 3.2 kg/cm2. b = 9600/(3.2*100) = 30 cm < 40 cm. Se propone cimiento corrido de concreto ciclópeo de 40 cm de en todos los muros. Firmes: De acuerdo al manual CRSI se propone En cisterna: firme espesor 10 cm con malla 6x6/1010 LS. En cto. Máquinas: firme de 20 cm con malla 6x6/66 LS. Se pondrán juntas de construcción en firmes en centros de los claros, protegidos con banda PVC de 6”.

ESTRUCTURACIÓN DE MUROS Se estructurarán con castillos de 15x20 cm con 4#3 y E#2 @20 cm en cambios de dirección, huecos de puestas y ventanas a una distancia máxima de 3.0 m y dalas de 15x20 cm con 4#3 y E#2 @ 20 cm a una altura máxima de 2.40 m


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MODIFICACIONES AL PROYECTO

Después de terminado y entregado el proyecto anterior se hicieron modificaciones en los muros, escaleras y Losa dl nivel 6 y azotea.

14.1 Muros planta baja: Serán de concreto reforzado de 15 cm de espesor para evitar vandalismo. Son solo de tapón, sin mayor carga que su propio peso. Se reforzarán por especificaciones con:

As vert = 0.0012*15*100 = 1.80 cm2/m = #3@30 cm. As htal = 0.0020*15*100 = 3.00 cm2/m = #4@30 cm Pero, por seguridad contra vandalismo, se pedirá mayor refuerzo, tal como parrilla #4@20 cm al centro del espesor. Por especificaciones, los muros de 15 cm no admiten tener dos camas de refuerzo, por lo cual se pedirá un solo lecho al centro del peralte. Para el momento las trabes de cimentación ya están construidas, calculadas para muros de bloc de concreto de 15 cm, por lo cual resultan un poco escasas. Por lo mismo los muros se reforzarán con 2#5 horizontales corridas en ambos extremos, superior e inferior. Muro espesor 15 cm, reforzado con una parrilla #4@20 cm al centro del espesor, con 2#5 corridas en borde inferior. Se apoyarán los muros en la trabe de cimentación, unidas con las preparaciones para castillos ahora existentes, y en la losa del primer piso. Los muros de las plantas superiores, en los lugares indicados en los planos correspondientes, serán de paneles Hebel, diseñados por el proveedor, apoyados horizontalmente de losa a losa. 14.2 Losa Azotea Equipos Se ubicarán ahora en la azotea los siguientes equipos: Transformador 750 Kva 3,175 Kg. Tablero Driecher M. T. 2,150 Kg. Tablero Q´D-Logic 1,500 Kg. Planta de Emergencia 50 Kw 1,800 Kg. Total: 8,625 Kg El área tributaria es de 18 m2, resultando una carga viva

uniforme equivalente de 8625/18 = 480 500 Kg/m2. Se propone losa de 15 cm. Cargas totales: Peso propio supuesto = 0.15 * 2400 = 360 Kg/m2 Impermeabilización y acabado = 120 Kg/m2 Carga muerta = 480 Kg/m2 Carga viva = 500 Kg/m2 Carga de trabajo total = 980 Kg/m2


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Carga última = 1.4M-1.7V = 1520 Kg/m2 Momento: Mu = 1520*3.05^2/8 = 1770 Kg/m2 Losa espesor 15 cm, con #4@25 dirección corta y #3@25 dirección larga. Lecho inferior.

14.3 Escalera metálica: Se hicieron en la escalera algunos ajustes para: usar la columna tubular redonda; modificar el trazo de las alfardas para permitir que las vigas transversales doble voladizo coincidan con el nivel del descanso en el eje de la columna, y las alfardas se crecieron a 254 mm para ocultar los escalones. Para facilitar la construcción, el refuerzo de los escalones se pasa de malla a varilla #3, para dar la forma en Z. La escalera se rediseño dentro de los planos para considerar estos ajustes

14.4 Muros zona de baños-elevadores Después de terminado el diseño estructural se agregaron en el perímetro de la zona de baños-elevadores muros de concreto reforzado de 15 cm, que ayudan grandemente a la capacidad de carga de las vigas, columnas y castillos. Se conservaron, no obstante, en bien de la seguridad. Sin embargo, se eliminó la columna del eje 8B. lo que originó el uso de ménsulas de carga en de muros transversales de la zona de elevadores-baños. 14.5 Losa Nivel 6 Acervo de libros. Como se definió al principio, las losas de biblioteca se consideraron como salas de lectura, con carga viva de trabajo de 350 Kg/m2, que es la misma de aulas y corredores del resto del edificio. Ahora se nos pidió rediseñar las losas para cargas de colección de libros, que son de 750 Kg/m2m pero sin muros divisorios entre aulas y con piso ligero


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.

Cargas básicas Losa Entrepiso Acervo de libros

Po. Po. Losa (0.35*2400*0.67) 560 Kg/m2


Muros interiores ligeros 110 Kg/m2



Carga Viva (wv) 750 Kg/m2

Carga Total (wm+wv) 1590 Kg/m2

wu = 1.4*wm+1.7*wv 2450 Kg/m2 En el resto de la losa y corredor se utiliza la carga original de wu = 1770 Kg/m2. Factor = 2.45/1.77 = 1.38

Patín de compresión. Carga neta: wnu = 2450-1.4*(560-0.05*2400) = 1830 Kg/m2 Lmax = 0.95 m, losa continua en dos direcciones +Mu = 1830*0.95^2/20 = 83 Kg-m Con el mismo programa f’c = 200 Kg/cm2; Fy = 5000; b = bw = 100 cm; H = 5 cm r = 2.5 cm; dr = 1.4 cm < 2.5+2.5 = 5 cm


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+As = 0.90 cm2/m malla 6x6/66 AsT = 0.0018*5*100*4200/5000 = 0.76 cm2/m, Losa espesor 5 cm con malla 6x6/66 al centro del peralte Nervaduras Se tienen dos zonas: una entre los ejes D y E de 3 a 7 y otra en el resto, la primera con carga última de 2.45 Kg/m2 y la otra con la carga tipo de 1.77 Ton/m2: Reducción de Momentos:

MO = 0.09*F*(1-2*c/3L)^2W*L, F = 1.15-c/L 1 Cmin = 40 cm mín; L = 840 cm máx. F = 1.15-40/840 = 1.10 MO = 0.09*1.10*(1-2*40/(3*840))^2*W*L MO = 0.093*W*L; r = 0.093/0.125 = 0.74 Fórmula de refuerzo Igual que la de las losas anteriores As = 0.88 Mu Nervaduras N1, N2 y N3 5 claros de 6.0 m con anchos tributarios de 4.70 y 2.17 m N1 y N2 Cargas wu1 = 1.77*4.70 = 8.3 Ton/m claros 1-3 y 7-9 wu2 = 2.45*4.70 = 11.5 Ton/m claros 3-5, 5-6 y 6-7 wu´ = (8.3+11.5)/2 = 9.9 Ton/m solo ejes 2 y 7 Momentos totales reducidos -Mu1 = 0.74* 8.3*6.00^2/20 = 11.1 Ton/m +Mu1 = 0.74* 8.3*6.00^2/14 = 15.8 Ton/m -Mu 3 = 0.74* 9.9*6.00^2/10 = 26.4 Ton/m +Mu3 = 0.74*11.5*6.00^2/14 = 21.9 Ton/m -Mu4 = 0.74*11.5*6.00^2/10 = 30.6 Ton/m N3 y N4 Cargas wu1 = 1.77*4.20+1.77*2.17 = 11.3 Ton/m claros 1-3 y 7-9 wu2 = 2.45*4.20+1.77*2.17 = 14.1 Ton/m claros 3-5, 5-6 wu3 = 14.1+1.77*2.33/2 = 16.2 Ton/m claro , 7-9 wu´ = (11.3+14.1)/2 = 12.7 Ton/m solo eje 3 wu´ = (11.3+16.2)/2 = 13.8 Ton/m solo eje 7 Momentos totales reducidos -Mu1 = 0.74*11.3*6.00^2/20 = 15.1 Ton/m +Mu1 = 0.74*11.3*6.00^2/14 = 21.5 Ton/m -Mu 3 = 0.74*12.7*6.00^2/10 = 33.8 Ton/m +Mu3 = 0.74*14.1*6.00^2/14 = 26.8 Ton/m -Mu 7 = 0.74*13.8*6.00^2/10 = 36.7 Ton/m +Mu7 = 0.74*16.2*6.00^2/14 = 30.8 Ton/m -Mu8 = 0.74*16.2*6.00^2/20 = 21.6 Ton/m Distribución de momentos: Se considera la siguiente distribución -Mu 65% N. Capitel, -Mu 35% N. Losa +Mu 55% N. Capitel, +Mu 45% N. Losa 2 nervaduras de capitel N1+ 3.5 de faja media N2 3 nervaduras de capitel N3 + 4.5 de faja media N2 rige la N2 mayor de ambas fajas Momentos totales en capiteles N1: Muc = 0.65*30.6 = 19.9 Ton-m máximo N3: Muc = 0.65*36.7 = 23.9 Ton-m máximo


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Refuerzo de capiteles N1: Mu = 19900 Kg-m, b = bw = 135 cm, fć = 200 Kg/cm2, fy = 4200 Kg/cm2, r = 3 cm dr = 17.8 cm < 32+3 = 35 cm As = 17.3 cm2 = 9#5 total. Se pondrán 2#5 en cada nervadura N1 y 5#5 en capitel N3: Mu = 23900 Kg-m, b = bw = 233 cm, dr = 14.8 cm < 32+3 = 35 cm As = 20.5 cm2 = 10#5 total. al Igual que el anterior Se pondrán 2#5 en cada nervadura N3 y 5#5 cada lado en capitel. En total 16#5 > 10#5 Ambos capiteles resultaron iguales a los del nivel inferior, resultando por lo tanto aquellos un poco seguros. Estos refuerzos se refieren a los ejes 5 y 6 de la zona de biblioteca; los de los ejes 3 y 7 resultan sobrados pero se aceptan iguales por uniformidad. Momentos fuera del capitel. Dada la relación ancho de capitel/claro, no hay momentos negativos fuera del capitel; 2#5 en cada nervadura en una longitud de L/4 son más que suficientes. Refuerzos de Nervaduras N1 -Mu1 = 0.65*11.1/2 = 3.6Ton/m; As = 3.2 cm2 = 2#5* +Mu1 = 0.55*15.8/2 = 4.4 Ton/m; As = 3.9 cm2 = 2#5 -Mu 3 = 0.65*26.4/2 = 8.6 Ton/m; As = 7.6 cm2 = 2#5* +Mu3 = 0.55*21.9/2 = 6.0 Ton/m; As = 5.3 cm2 = 3#5 -Mu4 = 0.65*30.6/2 = 10.0 Ton/m; As = 8.8 cm2 = 2#5* * Refuerzo en nervaduras N1. El resto en capitel exterior N2 Ver nota al final del refuerzo de nervaduras -Mu1 = 0.35*11.1/3.5 = 1.1 Ton/m; As = 1.0 cm2 = 2#4 +Mu1 = 0.45*15.8/3.5 = 2.0 Ton/m; As = 1.8 cm2 = 2#4 -Mu 3 = 0.35*26.4/3.5 = 2.6 Ton/m; As = 2.3 cm2 = 2#4 +Mu3 = 0.45*21.9/3.5 = 2.8 Ton/m; As = 2.5 cm2 = 2#4 -Mu4 = 0.35*30.6/3.5 = 3.1 Ton/m; As = 2.7 cm2 = 3#4 N3 -Mu1 = 0.65*15.1/3 = 3.3 Ton/m; As = 2.9 cm2 = 2#5* +Mu1 = 0.55*21.5/3 = 3.9 Ton/m; As = 3.4 cm2 = 2#5 -Mu 3 = 0.65*33.8/3 = 7.3 Ton/m; As = 6.4 cm2 = 2#5* +Mu3 = 0.55*26.8/3 = 4.9 Ton/m; As = 4.3 cm2 = 2#5 -Mu7 = 0.65*37.6/3 = 8.2 Ton/m; As = 7.2 cm2 = 2#5* +Mu7 = 0.55*30.8/3 = 5.7 Ton/m; As = 5.0 cm2 = 3#5 -Mu8 = 0.65*21.6/3 = 4.7 Ton/m; As = 4.1 cm2 = 2#5* Resultaron iguales a N1 * Refuerzo en nervaduras N3. El resto en capitel N4 -Mu1 = 0.35*15.1/4.5 = 1.2 Ton/m; As = 1.1 cm2 = 2#4 +Mu1 = 0.45*21.5/4.5 = 2.2 Ton/m; As = 1.9 cm2 = 2#4 -Mu 3 = 0.35*33.8/4.5 = 2.6 Ton/m; As = 2.3 cm2 = 2#4 +Mu3 = 0.45*26.8/4.5 = 2.7 Ton/m; As = 2.4 cm2 = 2#4 -Mu7 = 0.35*37.6/4.5 = 2.9 Ton/m; As = 2.6 cm2 = 2#5 +Mu7 = 0.45*30.8/4.5 = 3.1 Ton/m; As = 2.7 cm2 = 1#4+1#5 -Mu8 = 0.35*21.6/4.5 = 1.7 Ton/m; As = 1.5 cm2 = 1#5


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Nota: Haremos las nervaduras N2 iguales a las .N4, todas con 2#4 y El indicado para ejes 7 y 8 Las nervaduras N1, N2 y N3 resultaron muy parecidas a las de los pisos inferiores, demostrando que aquellas están un poco sobradas. Revisión a cortante A) En capitel interior a 1/2 peralte de paños de columnas. Vumax = 2.45*6.00*4.20+1.77*6.00*2.17 = 84.8 T. bo = (40+32)*4 = 288 cm, d = 32 cm. vu = 84800/(288*32) = 9.2 Kg/cm2 < 13.2, Bien Está sobrado. Para los pisos inferiores y la azotea, con menor carga están aun más sobrados.B) Fuera del capitel a un peralte del capitel x = 230+34*2 = 298 cm; bo = 6*34+6*30 = 384 cm Vu = 84.8-2.45*2.80*1.40-1.77*2.80*1.40 = 68.3 Ton vu = 68300/(298*32) = 7.2 Kg/cm2 < 7.3. bien No requiere estribos ni medios casetones. Dirección EW En esta dirección los momentos positivos en la zona del acervo, ejes AD3, nervaduras N3 y N4 se aumentan por el factor 1.38. Zona de baños. El arquitecto eliminó las columnas del eje 8 en corredor arriba del niv. 5. Sin embargo, ya para finalizar el proyecto, las volvió a poner, en cuyo caso las correspondientes nervaduras deben ser similares, si no iguales, a las del nivel inferior, sin aumento de carga de corredores. Con esto, además, se eliminan las ménsulas. Ménsula VBE1 Tiene aproximadamente la mitad de la carga, aceptándose la sección anterior con la mitad del refuerzo

14.6 Losas corredores niveles 5 y 6 De nuevo, el arquitecto pidió subir las columnas ejes 8A y 8B hasta las losas niveles 5 y 6, y eliminar las ménsulas que apoyan la losa del corredor sobre el eje 9. En este caso las nervaduras resultan iguales a las de las losas tipo en esta zona y las columnas resultan mínimas, de acuerdo a las necesidades arquitectónicas. 14.7 Refuerzo de losas corredores nivel 4 para domo. El arquitecto pidió un domo plástico transparente apoyado en el perímetro del cubo de este nivel. Las cargas actuando sobre este son las siguientes, no existen en los corredores muros divisorios de aulas .Para ahora ya sabemos que el piso es de porcelanato con peso de solo 60 Kg/m2

Peso propio losa w = 560 Kg/m2 Piso w = 60 Kg/m2 Plafón w = 50 Kg/m2 Total de carga muerta wu = 670 * 1.4 = 940 Kg/m2 Carga viva pasillos wu = 350 * 1.7 = 600 Kg/m2 Carga total en losa wu = 1020 = 1540 Kg/m2 Carga equivalente de domo


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wu = 2*(20*1.4+100*1.7)*1.75/1.95 = 360 Kg/m. nueva carga de corredores wu = 1900 Kg/m2 Factor = 1900/1770 = 1.07 Los refuerzos aumentan un 7%. Investigando los valores previos encontramos que están un poco sobrados, por lo cual el aumento del 7% no los modifica, Excepto que al aumentar la carga en el alero los momentos negativos se prolongan hacia el centro del claro de anclaje, pidiendo substituir los bastones negativos 3#5 por una varilla de lado a lado, mas 2 bastones #5

Los cálculos se hicieron utilizando un domo plano horizontal y carga viva reglamentaria de 100 Kg/m2, que no es muy posible que suceda, pero, para evitar esas cargas innecesaria recomendé que el domo fuera curvo o de dos aguas con pendiente superior al 5%, en cuyo la carga viva se reduce a solo 40 Kg/m2. Igualmente, recomendé al supervisor de Krone, que se eliminaran las grandes vigas transversales, que el arquitecto muestra de 40x120 cm, con peso de 1.2 Ton/m, apoyadas en el borde del pasillo que se eliminaran, substituyéndolas por vigas falsas de triplay o cosa similar, eliminando además el colgar las escaleras de una de estas vigas sin apoyo adecuado.


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14.8 Losa Nivel 7 Azotea. Se hicieron al final las siguientes correcciones o modificaciones: 1. Se eliminan cargas de equipos en la azotea general. Se quedan en la azotea de baños-elevadores. 2. Se suben las columnas 8A y 8B hasta el nivel 7, en forma similar a como se hizo con el nivel 6 3. Se elimina la losa en tramo 1-2 aprox, dejando un alero de 3.30 m en eje 3 4. Se hace pérgola, eliminando las losas superiores sobre los casetones.

Cargas básicas Losa azotea

Po. Po. Losa (0.35*2400*0.67) 560 Kg/m2




Carga Viva (wv) 100 Kg/m2

Carga Total (wm+wv) 830 Kg/m2

wu = 1.4*wm+1.7*wv 1190 Kg/m2

Patín de compresión. Carga neta: wnu = 1190-1.4*(560-0.05*2400) = 570 Kg/m2 Lmax = 0.95 m, losa continua en dos direcciones +Mu = 570*0.95^2/20 = 26 Kg-m Con el programa Excel f’c = 200 Kg/cm2; Fy = 5000; b = bw = 100 cm; H = 5 cm


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r = 2.5 cm; dr = 0.8 cm < 2.5+2.5 = 5 cm +As = 0.31 cm2/m AsT = 0.0018*5*100*4200/5000 = 0.76 cm2/m malla 6x8/8 Como puede haber cargas de equipo sobre un casetón usar Losa espesor 5 cm con malla 6x6/66 al centro del peralte Nervaduras Se tienen dos zonas: una entre los ejes D y E de 3 a 7 y otra en el resto, ambas con carga última de 1.19 Ton/m2 Reducción de Momentos:

MO = 0.09*F*(1-2*c/3L)^2W*L, F = 1.15-c/L 1 Cmin = 40 cm mín; L = 840 cm máx. F = 1.15-40/840 = 1.10 MO = 0.09*1.10*(1-2*40/(3*840))^2*W*L MO = 0.093*W*L; r = 0.093/0.125 = 0.74 Fórmula de refuerzo Igual que la de las losas anteriores As = 0.88 Mu Nervaduras N1, N2 y N3 5 claros de 6.0 m con anchos tributarios de 4.70 y 2.17 m N1 y N2 Cargas wu = 1.19*4.70 = 5.6 Ton/m Momentos totales reducidos -Mu1 = 0.74* 5.6*3.30^2/2 = 22.6 Ton/m +Mu1 = 0.74* 5.6*6.00^2/14 = 10.7 Ton/m -Mu 3 = 0.74* 5.6*6.00^2/10 = 14.9 Ton/m N3 y N4 Cargas Wu1 = 1.19*(4.20+2.17) = 7.6 Ton/m Wu2 = 7.6+1.19*2.33/2 = 9.0 Ton/m solo claro 7-9 wu´ = (7.6+9.0)/2 = 8.3 Ton/m solo eje 7 Momentos totales reducidos -Mu1 = 0.74*7.6*3.30^2/2 = 30.6 Ton/m +Mu1 = 0.74*7.6*6.00^2/14 = 14.5 Ton/m -Mu 3 = 0.74*7.6*6.00^2/10 = 20.3 Ton/m -Mu 7 = 0.74*8.3*6.00^2/10 = 22.1 Ton/m +Mu7 = 0.74*9.0*6.00^2/14 = 17.1 Ton/m -Mu8 = 0.74*9.0*6.00^2/20 = 12.0 Ton/m Distribución de momentos: Se considera la siguiente distribución -Mu 65% N. Capitel, -Mu 35% N. Losa +Mu 55% N. Capitel, +Mu 45% N. Losa 2 nervaduras de capitel N1+ 3.5 de faja media N2 3 nervaduras de capitel N3 + 4.5 de faja media N2 Rige la N2 mayor de ambas fajas Momentos totales en capiteles N1: Muc = 0.65*14.9 = 9.7 Ton-m máximo N3: Muc = 0.65*22.1 = 14.4 Ton-m máximo Refuerzo de capiteles N1: Mu = 9700 Kg-m, b = bw = 135 cm, fć = 200 Kg/cm2, fy = 4200 Kg/cm2, r = 3 cm dr = 12.4 cm < 32+3 = 35 cm As = 10.9 cm2 = 6#5 total. Se pondrá 1#5 en cada nervadura N1 y 5#5 en capitel


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N3: Mu = 14400 Kg-m, b = bw = 233 cm, dr = 14.8 cm < 32+3 = 35 cm As = 16.1 cm2 = 8#5 total. Igual que el anterior Se pondrán 1#5 en cada nervadura N3 y 5#5 cada lado en capitel. En total 13#5 > 8#5 Ambos capiteles resultaron similares a los de los niveles inferiores, resultan sobrados pero se aceptan iguales por uniformidad. Momentos fuera del capitel. No hay momentos negativos fuera del capitel; 1#5 en cada nervadura en una longitud de L/4 son más que suficientes. Refuerzos de Nervaduras N1 y N1A -Mu1 = 0.65*22.6/2 = 7.3 Ton/m; As = 6.4 cm2 = 1#5* +Mu1 = 0.55*10.7/2 = 2.9 Ton/m; As = 2.5 cm2 = 2#4 -Mu 3 = 0.65*14.9/2 = 4.8 Ton/m; As = 4.2 cm2 = 1#5* * Refuerzo en nervaduras N1. El resto en capitel exterior N2 y N2A Ver nota al final del refuerzo de nervaduras -Mu1 = 0.35*22.6/3.5 = 2.2 Ton/m; As = 1.9 cm2 = 2#4 +Mu1 = 0.45*10.7/3.5 = 1.4 Ton/m; As = 1.3 cm2 = 1#4 -Mu 3 = 0.35*14.9/3.5 = 1.5 Ton/m; As =1.3 cm2 = 1#4 N3 -Mu1 = 0.65*30.6/3 = 6.6 Ton/m; As = 5.8 cm2 = 1#5* +Mu1 = 0.55*14.5/3 = 2.7 Ton/m; As = 3.4 cm2 = 2#5 -Mu 3 = 0.65*20.3/3 = 4.4 Ton/m; As = 3.8 cm2 = 1#5* -Mu7 = 0.65*22.1/3 = 4.8 Ton/m; As = 4.2 cm2 = 1#5* +Mu7 = 0.55*17.1/3 = 3.1 Ton/m; As = 2.5 cm2 = 2#5 -Mu8 = 0.65*12.0/3 = 2.6 Ton/m; As = 2.3 cm2 = 1#5* * Refuerzo en nervaduras N3. El resto en capitel N2 -Mu1 = 0.35*30.6/4.5 = 2.4 Ton/m; As = 2.1 cm2 = 2#4 +Mu1 = 0.45*14.5/4.5 = 1.5 Ton/m; As = 1.3 cm2 = 2#4 -Mu 3 = 0.35*20.3/4.5 = 1.6 Ton/m; As = 1.4 cm2 = 2#4 -Mu7 = 0.35*22.1/4.5 = 1.7 Ton/m; As = 1.5 cm2 = 2#4 +Mu7 = 0.45*17.1/4.5 = 1.7 Ton/m; As = 1.5 cm2 = 2#4 -Mu8 = 0.35*12.0/4.5 = 0.9 Ton/m; As = 0.8 cm2 = 1#4 Nota:

Haremos las nervaduras N2 iguales todas con 2#4 Revisión a cortante Los capiteles son iguales a los de los pisos inferiores, resultando sobrados Dirección EW En esta dirección los momentos positivos en la zona del acervo, ejes ED37, nervaduras E1 se disminuyen por el factor

1190/2540 0.5 Zona de baños.

El arquitecto eliminó las columnas del eje 8 en corredor arriba del niv. 5. Sin embargo, ya para finalizar el proyecto, las

volvió a poner, en cuyo caso las correspondientes nervaduras deben ser similares, si no iguales, a las del nivel inferior,

Con esto, además, se eliminan las ménsulas.

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