Diseño de Columnas de CC°AA°A 2.15m C1 4.60m 1 2 C3 Y 0.30m 0.30m Seccion de columna Caracteristicas de los materiales Peso especifico del C° (ɤc°) Resistencia del C° (f'c) Modulo de poison (µ) Modulo de elastisidad del C° Fluencia del acero (fy) Modulo deelasticidad del acero (Ey) (Ec=15000√(f′c)) Factores de reduccion de capacidad Flexion (Øf) Corte (Øc) Flexocomprencion (Øfc) 0.90 0.80 0.70 Predimencionamiento Para zonas de alto riesgo sismico. Metodo 1: Según la discusión de resutados de investigacion a raiz del sismo T hn= altura entre piso = D≤hn/4 D = lado paralelo a la direccion del sismo Metodo 2: Según ensayos experimentales en Japon. n = Indice de aplastamiento para colum bD=P/nf′c b = el otro lado de la columna Si:n>1/3, falla fragil por aplastam Si:n<1/3, falla fragil Calculo: CM = 24.12ton CV = 1.44ton bD=P/nf′c= PG = CM+CV = 25.56t #REF! De las dimenciones mostradas elegimos un intermedio : b = D = 40.00cm Seccion de columna Peralate (D) Base (b) Peralte efectivo (d = h-6) Recubrimiento (ree) Efectos de segundo orden Indice de estabilidad 40cm 40cm 34.00cm 4.00cm Considerando: b=D= Q=NiΔi/ViheiR Donde: Nivel Piso 5 Piso 4 Piso 3 Piso 2 Piso 1 Ni = Fuerza axial de entrepiso Δi = Desplazamiento de entrepiso Vi = Fuerza cortante de entrepiso hei = Altura de entrepiso R = Factor de reduccion de fuerza sismica Control de los efectos de segundo orden Direccion X-X Vi hei Ni Δi (ton) (m) (ton) (m) 3.15 2.25 10.30 0.0016 4.14 2.25 2.88 0.0026 4.17 2.25 31.64 0.0026 4.58 2.25 40.92 0.0027 4.61 2.25 49.90 0.0019 Direccion Y Q 0.002 0.001 0.009 0.011 0.009 Δi (m) 0.0021 0.0033 0.0033 0.0033 0.0022 Para la columna en analisis se observa que Q<0.06 en ambas direcciones, por lo tanto que el entrepiso esta arriostrado lateralmente, y los efectos globales de segundo orden (δg=0) Como vemos los valores de Q son menores a 0.1 por lo tanto el deplazamiento lateral s podra los efectos de esbeltez si se verificara que : Se reviso la resistencia de la columna para las siguientes combinaciones: 1 1.4CM +1.7CV 2 1.25(CM+CV)+CSX 3 1.25(CM+CV)+CSY 4 0.90CM+CSX 5 0.90CM+CSY En la la tabla .. Se muestran las cargas de servicio a la cual esta sometido el elemento para la combinacion de 1.4CM+1.7CV de la columna C4 del 1er nivell d e ebtrepiso. El momento que se presenta en el nodo superior de la columna se denomino como sup.M2 y para elmomento del nodo inferior como inf.M1 Col. C4 sup.M2 inf.M1 P (ton) -16.5 -16.5 CM Mx (ton.m) 0.16 -0.10 CV My (ton.m) 0.04 -0.01 P (ton) -0.46 -0.46 Mx (ton.m) 0.0001 -0.0001 2 (kL_n) /r = 23.42 Mx (ton.M1 P (ton) 27. r = Radio de giro de la seccion transversal = 0.24 Revision de los efectos de esbeltez No esxiste muros de corte. La norma E.5 . Considerar efectos de esbel Por lo tanto. es necesario efectuar el diseño tomando en cuenta la esbeltez de la column (kL_n)/r≤22 columna.m) 0.34 27.92 P (ton) 14.42 14.m) 1. lu = Longitud sin arriostrar en la columna. Para afinar el valor del factor k. r = Rdio de giro de la seccion transversal = 0.De igual manera.09 3.15 SY My (ton.M2 inf.07 0.77 4. se empleara los monogramas de Jackson & Moreland.060 indica que para estructuras sin desplazaminto lateral se puede asumir k=1 conservadoramente.30h. en la siguiente tabla se presentan las cargas de sismo a la que estan sometidas el elemento para la combinacion de 1. Dado que es menor 100. 0. C4 sup.m) 2. para secciones rectangulares Para determinar si la columna requiere ser diseñada considerando el efecto de esbeltez k= 1.25(CM+CV)+ CS . L inercia efectivos de vigas y columnas son: ψ=(∑((E_c I_c)/L_c )columnas)/(∑((E_v I_v)/L_v ) vigas) .34 SX Mx (ton. para secciones rectangulares Verificacion de esbeltez para elementos no ariostrados contra dezplazamiemtos la (kL_n)/r≤22 Donde : .90CM+CS debido a que bajo dicha combinacion se dieron los dezplazamientos laterales mayores Col. por lo que las columnas tienen sus extremos no restringidos Verificacion de esbeltez para elementos ariostrados klu/r≤34-12(M1/M2). el metodo de amplificacion momentos puede ser emepleado. k = Factor de longitud efectiva ln = Longitud sin arriostrar en la columna.(34-12(M1/M2)≤40 Donde : M1=Menor momento de diseño en uno de los extremos de la columna. positivo elemento esta flexionado en curvatura simple y negativo si hay doble curv M2= Mayor momento de diseño en uno de los extremos de la columna.30h. siempre k = Factor de longitud efectiva. 14 Direccion Y ton ton. se obtiene que k= Por lo tanto se corrobara el resultado anterior para k = (kL_n) /r = 28.m ton.m ton.22 0.70Ig = 149333 cm4 213333 Iv = 0. Pu = M2ns = M1ns = Direccion X 23.m ton.75 .m Pu = M2ns = M1ns = Carga muerta + carga viva + sismo : Las cargas amplificadas son : Combinacion 1: 1. Considerar efectos de esbel Carga muerta + carga viva: Esta combinacion no genera desplazamiento considerables del entrepiso y por lo tanto. no se requiere evaluar un factor de aplificacion de momentos.m Pu = M2ns = M2s = M1ns = M1s = Combinacion 2: 0.09 0.14 2.35Ig = 189000 cm4 540000 Ψ_A= En el extremo inferior : 0 En el extremo superior : 3.13 3.85 0.m ton.54 0.90CM + CS Pu = M2ns = M2s = M1ns = M1s = Direccion X 14.ψ=(∑((E_c I_c)/L_c )columnas)/(∑((E_v I_v)/L_v ) vigas) Para la columna exterior.m Pu = M2ns = M2s = M1ns = M1s = .09 3.m ton.20 2.88 0.09 0.92 Direcc ton ton.m ton. asumiendo que esta empotrda en su extremo inferior y al supe la columna del siguiente entrepiso : Momento de inercia para elementos del 1er y 2do nivel Ic = 0.25(CM+CL)+CS Pu = M2ns = M2s = M1ns = M1s = Direccion X 48.92 Direcc ton ton.m ton.01 Ψ_B= Del monograma de Jackson & Moreland. producido por las cargas que no caus desplazamiento lateral apreciable(cargas de servicio). M1s : Momento flexionante multiplicado por le factor de carga. en el extrem de columna donde actua M1. δs : Factor de amplificacion de momento para elementos no arrostrados (para efectos locales) Factor de amplificacion de momento(δs): δs=1/(1-Q)≥1 Donde : . calculado con el analisis elastico 1er orden. M1s : Momento flexionante multiplicado por le factor de carga. producido por las cargas que causan desplazamiento lateral apreciable. M1ns : Momento flexionante multiplicado por un factor de carga.882 ### En caso de que la esbeltez sea mayor la columna debera ser diseñada para resistir la ca Mc calculado a traves de la siguiente expresion Mc1 = Mc2 = δns(M1ns+δsM1s) δns(M2ns+δsM2s) En este caso dado que la esbeltez es menor no se ignora dicho calculo En miembros con extremos no restringidos lateralmente los momentos en los extremos del miembro se calcularon con las siguientes expresiones: M1=M1ns+δsM1s M2=M2ns+δsM2s Donde: M1ns : Momento flexionante multiplicado por un factor de carga. en el extrem de columna donde actua M1. en el extremo de columna donde actua M1.50 = kLn/r>35/√(Pu/f′cAg) = 23. producido por las cargas que causan desplazamiento lateral apreciable. en el extremo de columna donde actua M1.Verificacion por flexocomprencion Pu = Pu servicio + Pu sismo = 1. calculado co analisis elastico de 1er orden. calculado con el analisis elastico 1er orden. producido por las cargas que no caus desplazamiento lateral apreciable(cargas de servicio). calculado co analisis elastico de 1er orden. 3925 ton.m Diseño por flexocomprencion uniaxial Evaluando las condiciones de cargas que tenemos Combinacion de carga Pu y Mu para la columna en estudio Combinacion Pu (ton) 1.m) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! .ndo el mayor momento Mu = 73.25(CM+CV)+CSY #REF! 0.25(CM+CV)+CSX #REF! 1.90CM+CSY #REF! Mux (ton.7CV #REF! 1.00 cm2 ≈ Se procedera a realizar una estimacion del acero para la primera iteracion con la siguien Usa.03h) 73.m Momento minimo mayorado Mu1min=Pu(1.m ton.Q : Indice de estabilidad del entrepiso Direccion X δsx = Direccion Y δsy = #REF! #REF! Momento de diseño : M1 = #REF! Muv=1.4MD+ ton.m Como se suponia la columna esta afectada enormenete por la carga axial ya que el momento que p mayor al momento encontrados anteriormente por lo tanto se ara el diseño por flexocomprencion expresion : Calculo del acero de refuerzo 1era iteraccion Para la cuantiam minima Donde Asmin=ρmin∗Ag As : Area de acero minimo ρmin : Cuantia minima según la nore = 1% Ag = Seccion de columna ≈ 1600 cm2 Asmin = 16.4CM + 1.5+0.39 Mu1min = ton.39 ton.90CM+CSX #REF! 0.39 73.m Comparacion de resultado : #REF! Nuevo momento de diseño sera : Mu = 73. 25(D+L)+Sx #REF! 1.Diseñe por Cortante Combinacion de Cargas Combinacion Pu(ton) 1.90d+Sy #REF! Vux-x(ton) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! Vuy-y(ton) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! Resistencia al Corte del Concreto Pu(Kg) Ag(cm2) #REF! Pu/Ag #REF! #REF! 10%f'c 0 Vc=0.90D+Sx #REF! 0.27√f'ctd .7L #REF! 1. ρminv=0.27√f'ctd o Vu > ØVc .25(D+L)+Sy #REF! 0.27√f'ctd ØVc ### ### ### #REF! .53√f'ctd Vc(ton) Limites de Resistencia al Corte del Concreto H/L #REF! 0.0025 Vud(ton) 0.80√f'ctd(tom) Vc(ton) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! Verificacion de la Fuerza Cortante Mn(tonxm) Vu(ton) Mu(tonxm) #REF! #REF! #REF! Vud=Vu(Mn/Mu) #REF! Mn / Mu Calculo del area de refuerzo horizontal Cuantia minima horizontal y vertical Si Vu ≤ 0.0020 . ρminv=0. ρminh=0.4D+1.0015 Si Vu > 0.0025 . ρminh=0. Condicion de Refuerzo Si H/L ≥ 2 .6√f'ctd (ton) ### ### #REF! #REF! Area de acero de refuerzo horizonta para un metro de altura ρh #REF! As=ρheh #REF! cm2/m Para cada cara ≈ #REF! cm2/m 6 ø"1/2" Espaciamiento Horizontal Ab(cm) As(cm2/m) 1. ρv ≥ ρh H/L #REF! #REF! Espaciamiento maximo 3e 40 L/3 Smax(cm) ### Smax #REF! cm ### Cuantia horizontal Vud(ton) Vc(ton) #REF! #REF! Vs(ton) #REF! ρh #REF! ρminh #REF! Verificacion del limite dispuesto para Vn Vn = Vc+Vs (ton) Vnmax = 2.27 #REF! Calculo del area de acero vertical Cuantia de refuerzo vertical S(cm) #REF! 20 S(cm) S < Smax ok . de ρv <Distribucion ρh Si H/L < 2 . 58 158.25(D+L)+Sy 0.90D+Sx 0.7L 1.78 40cm Muros bajos H/L > 1 .47 As=Mu/Øfyz #REF! cm2 #Varillas Ø#REF! Asd 22 S=100*Ab6 S=Smax=20cm Mn=ØAsdfyz#REF! Calculo de Espaciamiento 3e S(cm) 40 L/3 Combinacion 1. en cada cara se tendra 10. Se diseña por flexocomprencion H 250 H/L 2.06 8.16 89.25(D+L)+Sx 1.90d+Sy Pu(ton) 24.2 #REF! #REF! Cargas ultimas en la placa Vux-x -0.39 149.66 15.87 7.83 16.98 81.4D+1. se distribuira en ambas caras.0015 ρv= #REF! Condicion 1: ρv ≥ ρmin Condicion 2: ρv < ρh ρv #REF! ρv < 0.0025 Ash=ρh*t*d #REF! #REF! cm2 Dado el ancho de la placa.5 L 100 H/L #REF! Z= #REF! Mu= 192.03 .ρvmin 0.78cm Espaciamiento S=Ab/Asdv 11. s de CC°AA° B C2 0.4m C4 0.4m X . 2400kg/m3 210kg/cm2 0.0098 0.0114 0. o= 265cm la direccion del sismo ≤ lastamiento para columnas de esquinas = ado de la columna P = carga total que ragil por aplastamiento debido acargas axiales excesivas ragil PG = CM+CV = 25.20 217371kg/cm2 4200kg/cm2 2000000kg/cm2 acion a raiz del sismo TOKACHI.56ton Considerando: b=D=t Seccion de viga Peralte (h) Base (b) ### #REF! 60cm 30cm Story Diaphra STORYD5 STORYD4 STORYD3 STORYD2 Load FSX FSX FSX FSX UX 0.0072 0.0046 . 001 STORYD1 FSX Story Diaphra STORYD5 STORYD4 STORYD3 STORYD2 STORYD1 Load FSY FSY FSY FSY FSY Δi (m) 0.14 0.001 0.0003 0.61 0.000 0.Direccion Y-Y Vi Δi (ton) (m) 0.0008 0.001 0.0033 4.000 0.17 4.0033 0.58 4.013 0.58 0.0033 4. por lo tanto se podra considerar les de segundo orden pueden depresiarse deplazamiento lateral se desprecia y se aciones: sometido el 4 del 1er nivell d la columna se CV My (ton.0033 0.0033 4.15 4.011 recciones.61 Q 0.0021 3.14 4.001 0.0019 UX 0.0033 0.17 0.003 0.011 0.000 0.15 0.0022 Vi (ton) 3.0021 0.000 .0001 Q 0.0022 4.000 0.0005 0.m) 0. dezplazamientos SY My (ton. siempre positivo . Los momentos de . positivo si el ativo si hay doble curvatura. la columna.46 0.e sismo a la que V)+ CS . cciones rectangulares ra dezplazamiemtos lateras ones rectangulares o el efecto de esbeltez se asume que : derar efectos de esbeltez a esbeltez de la columna. Dado que etodo de amplificacion de Jackson & Moreland. para estructuras sin oramente.m) 0.82 tremos no e la columna. 014 4.01 4.02 ton ton.24 0.m Pu = M2ns = M2s = M1ns = M1s = Direccion Y 48.m ton.m .50 derar efectos de esbeltez un factor de Direccion Y Pu = 23.05 1.m ton.5 > 1.m Pu = M2ns = M2s = M1ns = M1s = Direccion Y 14.2 1.m ton.tremo inferior y al superior llegan una viga y 213333 540000 1.54 0.77 0.m ton.m ton.m ton.04 4.88 M2ns = 0.85 0.m ton.24 ton ton.06 M1ns = 0.24 ton ton. en el extremo las cargas que causan un con el analisis elastico de os no arrostrados (para . calculado con un e carga. calculado con un e carga.eñada para resistir la carga Pu y el momento alculo entos en los de carga. en el extremo las cargas que no causan un servicio). en el extremo las cargas que no causan un servicio). en el extremo las cargas que causan un con el analisis elastico de de carga. Muv=1.4MD+1.7MD ya que el momento que produce dicha carga es ño por flexocomprencion a traves de la siguiente 4 Ø 3/4 " + iteracion con la siguiente expresion Mux (ton.m) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! Muy (ton.m) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! 4 Ø 5/8 " Mux-x(ton) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! Muy-y(ton) #REF! #REF! #REF! #REF! #REF! Vc=0.53√f'ctd #REF! #REF! Mn / Mu #REF! inv=0.0015 ; ρminv=0.0025 ρminh #REF! ρminv #REF! < R = 4.5 #REF! Condicion: ρh ≥ ρminh ρh #REF! 1/2 5/8 3/4 1.27 1.59 1.91 1.27 1.98 2.85 cm2 cm2 cm2 Predomina el area de aceropor flexion ada cara se tendra 10.257 1.78cm/m Diseño para muros no esbeltos Smin= #REF! la placa Vuy-y 0.424 1.495 0.54 1.41 0.37 Mux-x 0.401 0.24 0.329 .47 1. . 00077 0.0006 0.0011 0.0008 0.00099 0.0004 RX 0 0 0 0 RY 0 0 0 0 RZ 0 0 0 0 Point 0.0005 354 355 356 357 .UY UZ 0.0009 0. 00104 0.0121 0.0002 UY 0.00022 RZ 0 0 0 0 0 358 Point 0.0142 0.00093 0.00047 0.0.0022 0 UZ 0 RX 0 0 0 0 0 0 RY 0 0 0 0 0 0.0088 0.0055 0.00072 0.0002 354 355 356 357 358 . . . . . . . . . 713 2 2 Z 1.55 5.65 1.X Y 1.7 .25 11.379 1.4 8.378 1.65 14.713 1. 85 Z 1.65 Y 1.25 11.65 1.713 1.65 14.85 .379 1.7 2.55 5.378 1.713 2 2 2 2.65 1.4 8.2 X 1. . . . . . . . Requiere Confinamiento Pu/Ag+ (Mu∗Lw/2)/Ig .Diseño de Muro Parametros de Diseño Altura (H) Espesor (t) Peralte (L) Peralte efectiva (d) Reistencia del concreto (f'c) Resistencia del acero (fy) Factor de reduccion corte (Ø) Factor de reduccion flexion (Ø) Factor de flexocomprencion (Ø) Geometria de la columnas de confinamiento existente 250 25 200 160 210 4200 0.85 0.70 Lateral Izquierdo h (cm) b (cm) Peralte Base Lateral derecho 40 h'(cm) 25 b'(cm) Predimencionamiento Espesor del muro e ≥ ( Menor dimension del muro(H o L))/25 ≥ 10cm H / 25 (cm) L / 25 (cm) 10 8 e= Verificacion de necesidad de elementos de confinamiento f"c = Si : f"c > 0.20*f'c . Ig = ( 〖 (b∗h)/12 〗 ^ ′/2) 〗 ^2)*2 + Pu (kg) Ag (cm2) Mu (kg*cm) Ig (cm4) e* 〖 ((Lw -h -h′))/12 〗 90820 6000 0.00 73600000.00 Determinacion de los refuerzos del muro y columna de confinamiento a) Muro Verificacion de necesidad de refuerzo en dos capas .90 0. 01 6.54 60.7L 1.25(D+L)+Sy 0.2 82.67 1.27 0.00 0.26 9.4D+1.00 ton cm2 ≈ Diseñe por Cortante Combinacion de Cargas Combinacion 1.91 51.90d+Sy Pu(ton) 90.90d+Sy Pu(ton) Mux-x(tonxm) 90.25(D+L)+Sy 0.01 180 Resistencia al Corte del Concreto Pu(Kg) Ag(cm2) 92200 5000 Pu/Ag 10%f'c Limites de Resistencia al Corte del Concreto .25(D+L)+Sx 1.25 Muro Esbelto Diseño por Flexocomprension Combinacion de Cargas Combinacion 1.99 0.4D+1.54 60.11 0.Diseño por Comprension Verificacion de Esbeltez Si H/L ≥ 1 .82 92.2 82.79 Predimencionamiento Mumax As= 0.90D+Sx 0.27 177.90D+Sx 0.25 -0.82 92.91 51.7L 1.25 Vux-x(ton) -8. Muro Esbelto no Esbelto o Muro Bajo H/L 1.25(D+L)+Sx 1. 72 Verificacion del limite dispuesto para Vn Vs(ton) .27√f'ctd o Vu > ØVc . ρv < ρh H/L Si H/L < 2 .02 6.27 0.00 Vud=Vu(Mn/Mu) Calculo del area de refuerzo horizontal Cuantia minima horizontal y vertical Si Vu ≤ 0.80√f'ctd(tom) Vc(ton) αc = 0.27√f'ctd ØVc #DIV/0! 15.80 46.27√f'ctd . ρminh=0.65 26. ρminh=0 Vud(ton) 0.0020 Si Vu > 0. ρv ≥ ρh 1.H/L 1.25 ρv ≥ ρh Espaciamiento maximo Smax(cm) 3e 40 L/3 75 67 Cuantia horizontal Vud(ton) Vc(ton) #DIV/0! 30.11 Condicion de Distribucion de Refuerzo Si H/L ≥ 2 .37 30.25 0.72 Verificacion de la Fuerza Cortante Mn(tonxm) Vu(ton) Mu(tonxm) 54. 27 7.60 S(cm) Calculo del area de acero vertical Cuantia de refuerzo vertical ρvmin ρv= 0.47 As=Mu/Øfyz #REF! cm2 #Varillas Ø1/2#REF! Asd 22 S=100*Ab/As 6 S=Smax=20cm Mn=ØAsdfyz #REF! . se distribuira en ambas caras.78 40cm Muros bajos H/L > 1 .Vn = Vc+Vs (ton) Vnmax = 2.6√f'ctd (ton) #DIV/0! 150.0015 #DIV/0! Condicion 1: Condicion 2: ρv ≥ ρmin ρv < ρh Ash=ρh*t*d= #DIV/0! #REF! Dado el ancho de la placa.71 Area de acero de refuerzo horizonta para un metro de altura ρh #DIV/0! As=ρheh #DIV/0! cm2/m Para cada cara #DIV/0! cm2/m Espaciamiento Horizontal Ab(cm) As(cm2/m) 1. Se diseña por flexocompr H 250 H/L L 100 H/L #REF! Z= #REF! Mu= 192. Espaciamiento S=Ab/Asdv 11. en cada cara se tendra 10. Calculo de Espaciamiento 3e 40 S(cm) L/3 Combinacion 1.4D+1.7L 1.16 89.90D+Sx 0.39 149.25(D+L)+Sy 0.2 .58 158.90d+Sy Pu(ton) 24.98 81.25(D+L)+Sx 1. 14 -h 42.20*f'c na de confinamiento s 15.00 kg/cm2 .Diseño de Muros de Corte de CC°AA° cm cm cm cm kg/cm2 kg/cm2 Lateral derecho 0 0 uro(H o L))/25 ≥ 10 cm miento Requiere Confinamiento 〖 (b∗h)/12 〗 ^3 + b*h* 〖 (Lw -h/2 (Lw -h -h′))/12 〗 ^3 f'c kg/cm2 No Requiere Confinamiento 0. 00 Vc=0.27 1.72 .27 1.32 18.79 Muy-y(ton) 0.99 0.48 1.59 1.11 0.01 180 1.00 0.85 Mux-x(ton) -0.98 2.00 0.00 0.67 1.99 0.27 0.79 0.67 1.91 Vuy-y(ton) -0.00 0. Muro o o Muro Bajo Diseño por Flexocomprension Mux-x(tonxm) Muy-y(tonxm) -0.00 0.23 1.27 0.11 0.01 6.00 0.18 1.27 177.39 1.00 0.44 21 1.Si H/L < 1 .00 0.00 1/2 5/8 3/4 4 ø5/8" Vux-x(ton) -8.26 9.53√f'ctd Vc(ton) cm2 cm2 cm2 30. 0025 . ρminv=0. ρminh=0.Vc ≤ 0.27√f'ctd .0020 . ρminh=0. ρminv=0.80√f'ctd Vud=Vu(Mn/Mu) OK #DIV/0! Mn / Mu #DIV/0! ≤ 0.0015 f'ctd o Vu > ØVc .5 .0025 ρminh #DIV/0! ρminv #DIV/0! #DIV/0! o Smax 40 cm #DIV/0! ρh #DIV/0! Condicion: ρh ≥ ρminh ρminh #DIV/0! ρh #DIV/0! < R = 4.53√f'ctd Vc ≤ 0. 78cm/m diseña por flexocomprencion 2.59 1.5 Diseño para muros no esbeltos .0025 cm2 Predomina el area de aceropo as.#DIV/0! #DIV/0! altura 6 ø"1/2" ≈ 17 ρv 1/2 5/8 3/4 1. en cada cara se tendra 10.91 1.85 20 S(cm) S < Smax ok #DIV/0! ρv < 0.27 1.27 1.98 2. 47 1.24 0.83 16.54 1.03 Vuy-y 0.0 Smin= 0 Cargas ultimas en la placa Vux-x -0.37 .06 8.66 15.41 0.87 7. 65066666.667 8533333.3333 . 01 6.23 1.00 0.39 1.27 0.665 1.40 Muy-y(ton) 0.26 9.00 0.32 -0.11 0.82 92.91 11.00 0.91 51.0016 90.06 7.99 0.5.00 0.2 82.54 60.25 -8.785 .48 1.27 177.00 0.18 1.01 180 -0. #DIV/0! #DIV/0! . 09 Predomina el area de aceropor flexion muros no esbeltos .cm2 cm2 cm2 7.60 11.87 17. 495 0.424 1.401 0.257 1.524 15.382 15.186 .0 Mux-x 0.237 28.327 28.329 Muy-y 0.