Hoja de Calculo Estructuras

PROYECTO :

UBICACIÓN :

DISTRITO :

PROVINCIA :

DEPARTAMENTO:

A) ALIGERADO: 5

Ln= Luz Libre de Vigueta.

Ln= 15

e= Asumimos e=

B) VIGAS:

B.1) VIGAS PRINCIPALES EJE 1-1, 3-3, 5-5, 9-9

Tramo Continuo:

Ln= Luz Libre de la Viga en estudio.

Ln= , B= B= Ancho Triburario de la Viga en estudio.

b= Ancho de la Viga en estudio.

b=B/20 , h=Ln/12 h= Peralte de la Viga en estudio.

b= = b X h

Sección 25 X 25 cm

h= =

Volado:

Lv=

B=

b=B/20 , h=1.4hs=1.4(Ln/13)=1.4(2Lv/13) Lv= Longitud del Volado

b= = b X h

Sección 25 X 43 cm

h= 1.4x =

Igualando Cuantias: Igualando Rigideces:

bxh2=boxho2 bxh3=boxho3

bo= 0.25 bo= 0.25

bo x ho2 = x bo x ho3 = x

x ho2 = x ho3 =

ho2 = ho3 =

ho = ho =

Por lo tanto de todos los valores antes calcualdos se tomarian los valores mas razonables y reales

La Seccion de la Viga:

20

25 X 50 )

PREDIMENSIONADO DE LOSA ALIGERADA:

NOTA: DE ACUERDO A LOS CÁLCULOS ASUMIMOS, AL DIMENSIONES DESCRITAS ANTERIORMENTE

0.109 0.18576

0.02032

0.08127

28.51 cm

0.20 m

10

0.227 m

0.08006

0.00876

0.03503

0.109

40

2.1875 m

2.1875 0.109 m

2.720

12

e=Ln/25

2.1875 m

2.1875

0.25

20

2*Lv

13

0.431 m

32.72 cm

0.25

2.720

3.875 m

0.155 m

2.720 m

20

0.109 m

2.000 m

2.002.720

VP-101(

B.2) Eje 2-2, 7-7:

Tramo Continuo:





b= = b X h

Sección 25 X 25 cm

h= =

Volado:

Lv=

B=


b= = b X h

Sección 25 X 43 cm

h= 1.4x =



bo= 0.25 bo= 0.25


x ho2 = x ho3 =

ho2 = ho3 =

ho = ho =



20

25 X )


0.227 m

12

0.18576 0.206

4.1250 m2.720 m

20

2*Lv 0.431 m

13

0.206

4.1250 0.206 m

2.000 m

4.1250 m

4.1250 0.206 m

20

2.720

40.42 cm

0.25 0.03831 0.25 0.01651

0.08006

2.720 2.720 2.00

VP-102( 50 cm

0.15325 0.06605

39.15 cm

B.3) Eje 2-2, 6-6, 8-8:

Tramo Continuo:





b= = m. b X h

Sección 25 X 48 cm

h= = m.

Volado:

Lv=

B=


b= = b X h

Sección 25 X 43 cm

h= 1.4x =



bo= 0.25 bo= 0.25


x ho2 = x ho3 =

ho2 = ho3 =

ho = ho =



20

25 X

B.4) VIGAS SECUNDARIAS:

EJE A-A:

Tramo Continuo:





b= = b X h

Sección 25 X 28 cm

h= =

0.18576 0.206

55)

4.125 m

4.125


14

39.15 cm

0.156 m

VP-103(

3.125

3.875 0.277 m

3.125 m

0.08006

0.06605

40.42 cm

2.00

0.25 0.03831

3.875 m

20

0.15325

2*Lv 0.431 m

20

13

4.125 0.206

2.000 m

20

5.700 0.475

12

5.700 m

0.206 m

0.25 0.01651

5.700

0.206

4.125 m



bo= 0.25 bo= 0.25


x ho2 = x ho3 =

ho2 = ho3 =

ho = cm. ho = cm.



25 X 30 )

B.5) Eje C-C:

Tramo Continuo:





b= = b X h

Sección 26 X 28 cm

h= =



bo= 0.25 bo= 0.25


x ho2 = x ho3 =

ho2 = ho3 =

ho = ho =



25 X 30 )

VA (

0.25 0.00332

3.875

VA (

0.07857 0.02176

28.03 cm 27.92 cm

0.01964 0.25 0.00544

0.256 0.07673

0.02125

0.256 m

0.02125

0.156

0.04788

0.25 0.01197

3.875 3.875

0.25

0.01326

21.88 23.67

0.256

5.125

20

5.125 m

3.875

0.156 0.07673

14

3.875 m

3.875 0.277 m

PROYECTO :

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

C1 C4 C2 C2 C4

C1 C1 C1

C4 C2 C2 C4

C1: Columna Central

C2: Columna Extrema de un Pórtico Principal Interior

P= C3: Columna Extrema de un Pórtico Secundario Interior

C4: Columna en Esquina

x

CALCULO DE LA COLUMNA MÁS DESFAVORABLE

C2 C4 C2 C2 C4

C1 C1 C1

C4 C2 C2 C4

C1: Columna Central




x

Para Rigidizar la Estructura

D

21.66 0.25 210.00 2 959.23 25.00 cm 38.37 cm 45.00 cm

b x D b DAtrib. n fć NºPisos

C3

bD=P

n x fć

PG= 930.00

COLUMNA:

Peso de Vigas 100.00

Sobrecarga 250.00

Atrib.= 5.25 4.125

1.25 x PG x Atrib x NºPisos

n

Acabados 100.00

fć

Aligerado

0.30

METRADO DE CARGAS kg/m2

210.00

PRIMER PISO

18.11 cm

Peso de Columnas 60.00

b x D

452.72

300.00

Tabiquería 120.00

2

Atrib.

P

n x fćbD=

METRADO DE CARGAS

C3

b

25.00 cm

NºPisos

13.94

D

PREDIMENSIONADO DE COLUMNAS:

PG= 930.00

Sobrecarga

kg/m2

120.00

D

25.00 cm

0

100.00

60.00

100.00

250.00

Aligerado

Tabiquería

Acabados

300.00

3.375


Atrib.= 4.131

C3

COLUMNA:PRIMER PISO

Peso de Columnas

Peso de Vigas

C3

C3 C4 C2 C2 C4

C1 C1 C1

C4 C2 C2 C4

C1: Columna Central




x

C4 C4 C2 C2 C4

C1 C1 C1

C4 C2 C2 C4

C1: Columna Central




x

b = Y b =

D = D =

NOTA: DESPUES DEL ANÁLISIS CORRESPONDIENTE ESTAMOS ASUMIENDO LAS

SIGUIENTES DIMENSIONES DE COLUMNAS

0.25 m

0.25 m

518.14 25.00 cm 20.73 cm 45.00 cm210.00 2

0.25 m

b x DAtrib. n fć NºPisos D

7.80 0.20

P

n x fć


Atrib.= 2.188 3.563


b D

Sobrecarga 250.00

PG= 930.00 C3

bD=



Aligerado 300.00

Tabiquería 120.00

Acabados 100.00

651 25.00 cm 26.04 cm 45.00 cm

Db Db x D

PRIMER PISO COLUMNA: C3

Atrib. n fć NºPisos

14.70 0.25 210.00 2


Atrib.= 4.125 3.563

Acabados 100.00


Sobrecarga

C3

bD=P

n x fć

PG= 930.00

250.00


C3


Aligerado 300.00

Tabiquería 120.00

PRIMER PISO COLUMNA:

0.45 m

PROYECTO :

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

NORMA E-030

ARTICULO 17: ANALISIS ESTATICO:

Este método representa las solicitaciones sísmicas mediante un conjunto de fuerzas horizontales

actuando en cada nivel de la edificación.

Debe emplearse sólo para edificios sin irregularidades y de baja altura según se establece en el

Artículo 14 (14.2).

ARTICULO 14: PROCEDIMIENTOS DE ANALISIS:

Art. 14.2 Las estructuras clasificadas como regulares según el artículo 10 de no más de 45 m de altura

y las estructuras de muros portantes de no más de 15m de altura, aun cuando sean irregulares

podrán analizarse mediante el procedimiento de fuerzas estáticas equivalentes del Art 17.

1er Piso 2do Piso

En edificaciones de las categorías A y B, se tomará el 50% de la Carga Viva.

3.86

CV1 =

50.00 17.80

17.80

P.U%

1.61

3.86

11.26Sub Total =

2400

3.20

1.93

0.30 2.79

Tn.

kg/m3

COLUMNAS

NºCARGA

Tn.

24003.20

5.58

Seccion (m) Alto (m)

3.20

d

0.25

P.U

2400

Sub Total =

0.25

CARGA

3.95

CM1 = 90.53

14.88Sub Total =

15.50 8.00 14.88

0.45

0.45

Longitud Ancho CARGA

3.95

Tn

Ancho Lt

(m) (m) kg/m2

C

C4 0.25

b

C3 0.25

120.00

0.25

Kg/m2

TABIQUERIA

0.45

P.U

(m) (m) Tn.

C2

2.79

3.20

EJE

EJE C-C 2400.00 15.50 0.25

3.95

3.95

C1

Kg/m3 (m) (m) (m)

0.30

2400

3

4

2

EJE A-A 2400.00 15.50 0.25

Sub Total =

P.U Longitud Ancho

12.31

Peralte CARGA

PRIMER NIVEL

VIGAS SECUNDARIAS

300.00

300.00

300.00

8.00

8.00

8.00

8.00

46.50

9.30

9.30

9.30

300.00 9.300.42

1.95

0.45

CARGA

(m)

3.875 8.00

(m) kg/m2 Tn

Sub Total =

3.875

3.875

VIGAS PRINCIPALES

Volado 2400.00 2.00 0.25

Ancho

0.35

4

8.500 16.75 250.00

CARGA VIVA

2400.00

0.50

3.875

3.875

0.38

2400.00 2.00 0.25 0.38

2400.00 2.00 0.25

2400.00 2.00 0.25

2400.00

0.55

0.25

0.25

0.45

0.35 0.42

0.35

0.25

0.25 2.15

0.25

Peralte

(m)

0.25 0.50

2.150.55

0.50 1.95

0.42

2400.00

Longitud

(m)

6.50

6.50

6.50

6.50

6.50

P.U

Kg/m3

EJE 7-7

EJE 8-8

EJE 9-9

EJE

Volado

Volado

Volado

Volado

EJE 6-6

0

CALCULO DEL CORTANTE BASAL

EJE 5-5

Ancho

(m)

1.95

P.U

300.00 9.30

LOSA ALIGERADA

Tn.

CARGA

2400.00

2400.00

2400.00 2.00

Lt

TnTOTAL1= CM1 + CV1 = 108.33

1er Piso 2do Piso

En edificaciones de las categorías A y B, se tomará el 50% de la Carga Viva.

Tn

P= Tn

Tn

CV2 = 8.90

TOTAL2= CM2 + CV2 = 85.82

25.00

TOTAL = TOTAL1 + TOTAL2 = 194.15

8.908.500 16.75 250.00

Sub Total = 7.44

CM2 = 76.92

CARGA VIVA

Ancho Lt P.U%

CARGA

(m) (m) kg/m2

Kg/m2 (m) (m) Tn.

60.00 15.50 8.00 7.44

4 1.73

Sub Total = 5.09

TABIQUERIA

P.U Longitud Ancho CARGA

3.20 2400

C3 0.25 0.45

C4 0.25 0.45

2 0.863.20 2400

3.20 2400 4 1.73C2 0.25 0.45

Tn.

3.40 2400 3 0.77C1 0.25 0.25

15.50 0.25

Sub Total =

b d

0.30 2.79

COLUMNAS

CSeccion (m) Alto (m) P.U

NºCARGA

kg/m3

EJE A-A 2400.00 15.50 0.25

EJE C-C 2400.00

0.30 2.79

5.58

Sub Total = 12.31

CARGA

Kg/m3 (m) (m)

Sub Total = 46.50

(m) Tn.

VIGAS SECUNDARIAS

EJEP.U Longitud Ancho Peralte

300.00 9.30Volado 2400.00 2.00 0.25 0.35 0.42

0.50 1.953.875 8.00

EJE 9-9 2400.00 6.50 0.25

300.00 9.30Volado 2400.00 2.00 0.25 0.38 0.45

0.55 2.153.875 8.00

EJE 8-8 2400.00 6.50 0.25

300.00 9.30Volado 2400.00 2.00 0.25 0.35 0.42

0.50 1.953.875 8.00

EJE 7-7 2400.00 6.50 0.25

300.00 9.30Volado 2400.00 2.00 0.25 0.38 0.45

0.55 2.153.875 8.00

EJE 6-6 2400.00 6.50 0.25

300.00 9.30Volado 2400.00 2.00 0.25 0.35 0.42

0.50 1.953.875 8.00

EJE 5-5 2400.00 6.50 0.25

kg/m2 TnTn. (m)

Longitud Ancho

(m) (m)

P.U CARGALt

LOSA ALIGERADAVIGAS PRINCIPALES

SEGUNDO NIVEL

AnchoEJE

P.U

Kg/m3 (m) (m)

Peralte CARGA

PARAMETROS DE DISEÑO

DATOS

0.30 x 1.50 x 2.50 x 1.40 x

* Calculo del Centro de Masas de la Estructura.

*Calculo de la Exentricidad Accidental.

* Efecto de Torsión.

Mt= +-Fi*e

Nota: Ingresar en el Nudo Master

* Desplazamiento Lateral Permisible.

conforme a la norma E-060 se tendrán las combinaciones siguientes:

Se Consideran 5 Sistemas de Cargas estaticos.

D= Carga Permanente o Carga Muerta.

L1= Un Damero de Cargas Sobre Los Porticos mas Cargados.

L2= Sobre el Otro Damero.

Sx= Carga Sismica en la Direccion "X".

Sy= Carga Sismica en la Direccion "Y".

1.5D+1.8L1

1.5D+1.8L2

1.5D+1.8(L1+L2)

1.25(D+L1+L2+Sx)

1.25(D+L1+L2-Sx)

1.25(D+L1+L2+Sy)

1.25(D+L1+L2-Sy)

0.9D+1.25Sx

0.9D-1.25Sx

0.9D+1.25Sy

0.9D-1.25Sy

LIMITES PARA DESPLAZAMIENTO LATERAL DE ENTREPISO

Estos Limites no son aplicables a naves industriales

SEGUNDO NIVEL

5.005 cm

25.73 -21.55

Sismo X1 17.95 15.03 25.73 21.55

10.94

25.73 -10.94

Fza. Horizonatal Mto. Torsor

Segundo Nivel Segundo Nivel

25.73

Material PredominateDesplazamiento(cm)

COMB4

COMB5

COMB6

COMB9

COMB8

COMB10

COMB11

COMB7

-7.63

Concreto Armado 0.007 2.765 cm

COMB1

COMB2

Δi/heiPRIMER NIVEL

COMB3

0.4250 m

Sismo Y1 17.95 7.63

-15.03

Sismo Y2 17.95

Sismo X2 17.95

Dirección D(m)

0.8375 m

Estado de Carga

Fza. Horizonatal Mto. Torsor

Primer Nivel Primer Nivel

YY 8.50 m

Exentrecidad(m)

XX 16.75 m

194.15Σ = 1041.49

Xcm= 8.375 m

Ycm= 4.250 m

1.000

43.68

Z*U*C*S*P

R

194.15

1

7.15

43.68 Tn

17.950.411

R

Wi x Hi

7.00

Wi x Hi/Sum.

2.25

Ct

C=2.5*Tp

108.33 427.89

T

3.95

= 11.25=0.20

V = =7.00

2.50

T=h(m)

C=

Vi (Tn)

2 25.73 25.73

NIVEL Hi (m)

0.589613.6

Carga "W"

85.82

0.90

=

NIVEL

1

1.40

Fi (Tn)

=

1.50

Ct =

7.150.2

35.00 7.15Hn=

0.30 2

35.00=

Tp =

ALTURA DE PISOS

h(m)

3.95

Factor de Suelo (S)

Factor de Uso (U), Categoria "A"

Factor de Zona (Z) 3.20

Cálculo de Carga Viva y Muerta en Los Dameros:

PRIMER NIVEL:

0.00

62.50

L1 o L2= 62.50

D= 400.00

2400 0.25

100.00100 1.0000

300

Parcial(kg/m)

300.00

0.00

kg/m3

Tabiqueria = kg/m2 120

Alto(m)

1.0000

Piso + Cielo Raso = kg/m2

Peso de Aligerado = kg/m2

L1 o L2=

Sobrecarga = kg/m2 250 0.50

VA(25X30) =

0.00

ELEMENTO Und. P.U Ancho T.

Sobrecarga = kg/m2

VA(25X30) Eje C-C:

100.00

0.00

VA(25X30) = kg/m3 2400


0.25

62.50

250 0.50 62.50

400.00D=

Piso + Cielo Raso = kg/m2 100 1.0000

Alto(m) Parcial(kg/m)

Peso de Aligerado = kg/m2 300 1.0000

Sobrecarga = kg/m2

300.00

VA(25X30) Eje A-A:


2400 0.25

4.125

0.00

Ancho T. Alto(m)

1031.25

412.50

0.00

300 4.125

L1 o L2=


1031.25


250

Viga VP-102(25X55)= kg/m3

D= 1,650.00

1237.50

Viga VP-102(25X50) Eje 2-2 y 4-4

ELEMENTO Und. P.U Parcial(kg/m)

Peso de Aligerado = kg/m2

218.75

0.00


kg/m2 100 2.1875

0.00

D= 875.00

2400 0.25

L1 o L2= 546.88

546.88


250 2.1875Sobrecarga = kg/m2


Peso de Aligerado = kg/m2 300 2.1875 656.25

ELEMENTO Und.

Viga VP-101(25X30) Eje 1-1, 3-3 y 5-5:

P.U Ancho T.

Piso + Cielo Raso =

SEGUNDO NIVEL:

0.00

Sobrecarga = kg/m2

50.00

0.00

VA(25X30) = kg/m3 2400 0.25

Tabiqueria = kg/m2

L1 o L2= 62.50

250 0.50 62.50

D= 350.00

120




Sobrecarga = kg/m2

300.00

VA(25X30) Eje C-C:


2400 0.25 0.00

50.00

0.00

VA(25X30) = kg/m3

L1 o L2= 62.50

250 0.50 62.50

D= 350.00





Sobrecarga = kg/m2

300.00

VA(25X30) Eje A-A:


2400 0.25 0.00

206.25

0.00


L1 o L2= 1031.25

250 4.125 1031.25

D= 1,443.75





Sobrecarga = kg/m2

1237.50

Viga VP-102(25X50) Eje 2-2 y Eje 4-4


0.00


D= 765.63

2400 0.25 0.00

L1 o L2= 546.88


250 2.1875 546.88

109.38Piso + Cielo Raso = kg/m2 50 2.1875

ELEMENTO Und.



656.25

P.U Ancho T.

Viga VP-101(25X30) Eje 1-1, 3-3 y 5-5:

PROYECTO :

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

VIGAS SECUNDARIAS, "EJE A-A ENTRE LOS EJES "2-2" Y "3-3" CON UNA LUZ DE 3.675m.

C

###

###

###

DISEÑO DEL REFUERZO:

Ф 5/8 Ф 5/8

Ф 5/8

A ###

B ###

d=

As= cm2 As= cm2 As= cm2

a = cm a = cm a = cm

ρ=As/(b*d) ρ=As/(b*d) ρ=As/(b*d)

ρ= ρ= ρ=

ρmin.=0.7*√fć/fy ρmin.=0.7*√fć/fy ρmin.=0.7*√fć/fy

ρmin.= ρmin.= ρmin.=

Asmin.= cm2 Asmin.= cm2 Asmin.= cm2

ρb=β1β1fć6000/(fy*(6000+fy)) ρb=β1β1fć6000/(fy*(6000+fy)) ρb=β1β1fć6000/(fy*(6000+fy))

β1= β1= β1=

ρb= ρb= ρb=

ρmax.=0.75*ρb ρmax.=0.75*ρb ρmax.=0.75*ρb

ρmax.= ρmax.= ρmax.=

ρmin. < ρ < ρma ρmin. < ρ < ρma ρmin. < ρ < ρma

Por Lo Tanto: Por Lo Tanto: Por Lo Tanto:


USAR: USAR: USAR:

Ф 5/8 Ф 5/8 Ф 5/8

CALCULO DE ACERO EN VIGAS SECUNDARIAS

fy =

fć =

Kg/cm2

Kg/cm2

DATOS:

Momento (+) Momento (-)

MOMENTOS:

4.16

Recub. =

210.00

4.00

b =

h =

25.00

30.00

Ubicación

0.01594

24.25

Diam. Est. =

Diam. Lon. = 5/8 "

3.00

4200.00

3/8 "

cm

cm

APOYO 1

TRAMOS 1-2

APOYO 2

2.00

cm

APOYO 1 TRAMOS 1-2

3.675 m

3.00

5.03

4.73

0.00612

3.71

3.49

3.16

APOYO 2

4.75

0.85

0.02125

1.46

5.84

5.50

1.46

0.00242

0.00963

OK

0.0083

0.00242

1.46

0.850.85

0.02125

0.01594

3.00 2.00 3.00

0.02125

0.01594

5.84 5.033.71

OK OK

0.00242

0

As = Mu/(0.9*fy*(d-a/2))

a =As*fy/(0.85*fć*b)

cm2

s=d/2 =

s<=60cm Acero Transversal Minimo

Ф 3/8 [email protected], 6@10, [email protected]

si Vn < Vc Entonces Necesita Acero Transversal Mínimo.

= cm2

ASUMIMOS:

Av= Ф 3/8 = cm2 S=

ASUMIMOS S=

VIGAS SECUNDARIAS, "EJE C-C ENTRE LOS EJES "5-5" Y "6-6" CON UNA LUZ DE 4.125m.

C

###

###

###


Ф 1/2 Ф 1/2

Ф 1/2

A ###

B ###

d=




ρ= ρ= ρ=





β1= β1= β1=

ρb= ρb= ρb=




3.93

CORTANTE

Avmín=3.5*bw*S/fy 0.25

Vud (SAP 2000) =

Ф =

Vc=0.53*√fć*b*d =

3.34

0.85

4.66 Vs=Vn-Vc =

0.71 34.08 cm


12.13 cm

USAR:

Vn =

4.66

-0.73

Vc =

25.00 cm

DATOS: MOMENTOS:

fy = 4200.00 Kg/cm2 Ubicación Momento (+) Momento (-)

4.19

b = 25.00 cm TRAMOS 1-2 3.17

fć = 210.00 Kg/cm2

4.72

Diam. Est. = 3/8 "

h = 30.00 cm APOYO 2

24.41

4.125 m

Diam. Lon. = 1/2 "

Recub. = 4.00

0.00242

cm

APOYO 1 TRAMOS 1-2 APOYO 2

5.03 3.70 5.75

4.00 5.00

4.73 3.48 5.41

0.00824 0.00606 0.00942

1.47 1.47 1.47

0.01594 0.01594

OK

0.85 0.85

0.02125 0.02125

0.01594

OK

0.02125

APOYO 1

0.00242 0.00242

0.85

3.00

OK

As = Mu/(0.9*fy*(d-a/2))

a =As*fy/(0.85*fć*b)



USAR: USAR: USAR:

Ф 1/2 Ф 1/2 Ф 1/2

cm2

s=d/2 =

s<=60cm Acero Transversal Minimo

Ф 3/8 [email protected], 6@10, [email protected]

si Vn < Vc Entonces Necesita Acero Transversal Mínimo.

= cm2

ASUMIMOS:

Av= Ф 3/8 = cm2 S=

ASUMIMOS S=

4.00 3.00

0.85 Vc = 4.69

3.70 5.75

0.71

Vc=0.53*√f´c*b*d = 4.69 Vs=Vn-Vc =

12.21 cm

Vud (SAP 2000) = 3.34 Vn = 3.93

Ф =


5.00

CORTANTE

5.03

34.08 cm

25.00 cm

USAR:

-0.76


As = Mu/(0.9*fy*(d-a/2)) a =As*fy/(0.85*f´c*b)

PROYECTO :

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

VIGAS PRINCIPALES, "EJE 6-6 Y EJES "8-8" CON UNA LUZ DE 6.50m.

C

###

###

###

###


Ф 5/8 Ф 5/8 5.00 Ф 5/8

Ф 5/8

A ###

B ###

d=




ρ= ρ= ρ=





β1= β1= β1=

ρb= ρb= ρb=






USAR: USAR: USAR:

Ф 5/8 Ф 5/8 Ф 5/8

Ф 3/4" Ф 3/4" Ф 3/4"

Ф 5/8" Ф 5/8" Ф 5/8"

CALCULO DE ACERO EN VIGAS PRINCIPALES

DATOS: MOMENTOS:

0

15.83

fy = 4200.00 Kg/cm2 Ubicación

f´c = 210.00 Kg/cm2 APOYO 1

Momento (+) Momento (-)

12.37

15.83

b = 25.00

h = 50.00 cm

cm TRAMOS 1-2

44.25

Recub. = 4.00 cm

4.00

Diam. Est. = 3/8

Diam. Lon. = 5/8 "

APOYO 1 TRAMOS 1-2

APOYO 2

8.09 10.68 10.68

7.61 10.05 10.05

0.00731 0.00965 0.00965

0.02125 0.02125

0.00242 0.00242 0.00242

2.67 2.67

OK

8.09 10.68 10.68

0.01594 0.01594 0.01594

OK

4.00 5.00 5.00

0.85 0.85 0.85

OK

5.00

5.00

APOYO 2

"

0.02125

9.65

2.00 m

3.00

2.00

6.500 m

VOLADO

2.67

3.00

2.00

2.00

2.00

As = Mu/(0.9*fy*(d-a/2))

a =As*fy/(0.85*f´c*b)

As= cm2

a = cm

ρ=As/(b*d)

ρ=

ρmin.=0.7*√fć/fy

ρmin.=

Asmin.= cm2

ρb=β1β1fć6000/(fy*(6000+fy))

β1=

ρb=

ρmax.=0.75*ρb

ρmax.=

ρmin. < ρ < ρma

Por Lo Tanto:

As= cm2

DISEÑO POR CORTANTE: USAR:

Tn Ф 5/8

Vud

Tn

So<= d/4 =

So<= 8*db = Usamos: S=

So<= 30cm =

Si Vn>=Vc Tenemos:

1.06*√fć*bw*d = >

S<= Asumimos S=

S=Av*fy*d/Vs =

3/8

2Ø1/2"

0.00558

OK

6.17

3.00

0.02125

16.99 7.08 S<=d/2 o S<=60cm

1.43

7.08

2.67

0.85

Vs=Vn-Vc =

CORTANTE

VOLADO

6.17

5.81

0.00242

Vn = 15.58

15.64

14.78

5.60 m

2.88 m

2.72 m

13.24

0.01594

50.00

22.13 cm

37.54 cm

11.06 cm

12.70 cm

30.00 cm

10.00 cm

Vc=0.53*√fć*b*d =

20.00 cm

Vud (SAP 2000) =

3Ø3/4" + 2Ø5/8"

Ф = Vc = 8.5

8.5

0.85

2Ø3/4 + 2Ø 5/8"

Estribos: 1 @ 0.05, 5 @ 0.10, [email protected], R @ 0.25m

25.00

PROYECTO :

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

Ast 1/4 @ 25 cm.

a) Espesor de Losa: As- 1/2

e= m.

b) Cargas que Actuan:

Peso de Aligerado : kg/m2 20

Peso de Cielo Raso: kg/m2 As+ 1/2

Peso de Piso : kg/m2

Peso de Albañilería : kg/m2

kg/m2

kg/m2

Nota: La Carga actua linealmente y por vigueta en el aligerado para eso se multiplica por el ancho

Tributario de 1.00m y se divide entre 2.5 que corresponde al numero de viguetas en 1.00m.

D= kg/m2

L= kg/m2

Con estos Valores de Carga Viva y Carga Muerta se Modela la Vigueta de la Losa Aligerada

en el SAP 2000 - V10

b.1) Cargas Mayoradas:

W=1.4*D+1.7*L

W= 1.4 x + 1.7 x

W= kg/m

c) Calculo del Acero Por Flexión:

f´c= kg/cm2

fy= kg/cm2 d=h-recub.-1/2*(Φvarilla*2.54cm/pulg.)

1/2 " d = cm.

b´= cm.

b = cm.

h = cm.

kg-m kg Datos Calculado con el

kg-m kg SAP2000-V10

m

m

DISEÑO DE LOSA ALIGERADA:

40

0.20

300.00

50.00

50.00

120.00

D= 520.00 10

L= 250.00

208.00

100.00

208.00 100.00

461.20

Wu= 461.20 kg/m

DATOS:

210.00

4200.00

Φvarilla= 16.87

40.00

10.00

20.00

Mu(-)= 739.11 Vu(-)= -1013.46

Mu(+)= 372.30 Vu(+)= 951.23

739.11 739.11 951.23

D.M.F

-1013.46 D.F.C

372.30

4.125

4.125

0

As = Mu/(0.9*fy*(d-a/2))

a =As*fy/(0.85*f´c*b)

c.1) Acero Negativo: Acero Positivo:

Mu(-)= kg-m Mu(+)= kg-m

b= cm. b´= cm.

d= cm. d= cm.

AX2+BX+C=0 AX2+BX+C=0

A= A=

B= B=

C= C=

As= cm2 As= cm2

a= cm. a= cm.

Asmin.=0.0018*b*d As= cm2 Asmin.=0.0018*b*d As= cm2

Asmin.= cm2 Asmin.= cm2

1Φ 1/2 1Φ 1/2

As= cm2 OK As= cm2 OK

d) Cálculo del Acero Por Temperatura:

Ast=0.0018*b*d

d= cm.

b= cm.

cm2/ml S=A(Φ1/4")*100/Ast.

S= cm. 1Φ 1/4 @ 25 cm.

e) Diseño Por Cortante: Cortante Resistente:

Vu= kg. Vc=Φ*0.53*√f´c*b*d Φ=

Vd=Vu-Vu*d Vc=

Vd= kg. Cortante Actuante. Vc>Vd OK

739.11 372.30

10.00 40.00

16.87 16.87

0.35

5.00

100.00

1.27

4447.05882 1111.76471

-63749.700 -63749.700

73911.000 37230.000

1.21

0.30 1.21

0.85

1101.01

1.27

1.27 0.59

2.99

842.54

Ast= 0.90

27.78

1013.46

1.27

a =As*fy/(0.85*f´c*b)

PROYECTO :

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

* CARGAS:

Cargas de Gravedad:

Se diseñara la columna teniendo en cuenta las areas de influencia mayores, para el caso de

cargas de gravedad.

m2

Según el metrado de cargas, tomamos el valor P:

PRIMER NIVEL:

SEGUNDO NIVEL:

Tn.

Tn.

Cargas Sismo:

Los axiales debido al sismo en ambas direcciones son:

Tn.

Tn.

* MOMENTOS:

Se calacularon empleando el programa para Estructuras SAP 2000 Realizando un analisis general

para cargas (viva y muertas) y para cargas de sismo, modelado en 3D.

2.17

Pm= 10.77

Pv =

Px = 0.39

Pv= 2.17

Py =

Sobrecarga = kg/m2 100 5.250 4.125

Pm =

0.45

COLUMNA 25X45 = kg/m3 2400 0.450 0.250 3.600 0.97

kg/m3 2400 2.000 0.250 0.375

0.70

VIGA VP-25X55 = kg/m3 2400 3.250 0.250 0.550 1.07

VIGA VA-25X30 = kg/m3 2400 3.875 0.250 0.300

6.50

ELEMENTO Und.

4.125 1.08Piso + Cielo Raso = kg/m2 50 5.250

Peso de Aligerado = kg/m2 300 5.250 4.125

P.U Long (m) Ancho(m) Alto(m)

5.41

Pm=

Pv=

Parcial( Tn )

0.45

2.650 0.72

12.90

5.41

Tabiqueria = kg/m2 60 5.250

1.07

4.125

0.300

4.125

1.30

Parcial( Tn )

6.50

0.703.875

3.250

Ancho(m)

4.125

2.17

Alto(m)

0.375

0.250

0.250

0.250

0.2500.450

0.550

5.250 4.125

COLUMNA 25X45 =

2400

2400

2400

2400

kg/m3

kg/m3

kg/m3

5.250

Sobrecarga = kg/m2 250

kg/m3

kg/m2 100

VIGA VA-25X30 =

VIGA VP-25X55 =

P.U Long (m)


Piso + Cielo Raso =

2.000

DISEÑO DE COLUMNAS:

21.66Area Tributaria =

0

0.65

23.67

7.58

ELEMENTO Und.

Momento por Gravedad: Momento por Sismo:

Mx= Tn-m Mx= Tn-m

My= Tn-m My= Tn-m

Pu= 0.75(1.4Pm+1.7Pv+1.87Ps)

Pu= 0.75(1.4Pm+1.7Pv-1.87Ps)

Pu=0.9Pm+1.43Ps

Pu=0.9Pm-1.43Ps

Pu=1.4Pm+1.7Pv

Mu=0.75*(1.4*Mm+1.7*Mv-1.87*Ms)

Mu=0.75*(1.4*Mm+1.7*Mv+1.87*Ms)

Mu=1.4Mm+1.7Mv

Teniendo en cuenta que los mayores momentos de diseño se producen en la combinacion

0.75*(1.4*Mm+1.7*Mv+1.87*Ms), Por lo tanto tomamos los siguientes valores de diseño:

Tn

Tn-m

Tn-m

kg/cm2

kg/cm2

Ф=

Pu=Ф*Pn Tn

x bxd =

bxd =

Tomamos los datos de la columna en relación a los Momentos Actuantes:

Mux/Muy =

d = b bx b =

b2 =

b =

Por lo tanto Asumimos : d =

b=

d=

DISEÑO:

Determinación de las Exentrecidades:

Pu ex

Mx

ey

Nota : La cuantia de refuerzo longitudinal

My será menor que 1% ni mayor que

Pu 38.72

= 0.44 m

ex =Muy

=3.73

= 0.10 m

ey

PARA RIGIDIZAR LA ESTRUCTURA

52.62

=Mux

Pu=

134.25

11.59

25.00 cm

45.00 cm

16.94

38.72

55.31

609.73

4.5416

4.5416 4.5416 609.73

6300 + fy

0.72*f´c*6300*b*dPnb = =

90.72

Pn= 55.31

0.70

fy= 4200.00

3.73

210.00

Pu=

Mux=

Muy=

f´c=

16.940 3.723

38.72

16.94

7.870 3.730

35.064

Pux (Tn)

Mux (Tn-m) Muy (Tn-m)

33.970

21.860

-5.135 1.872

20.744

46.022

Puy (Tn)

35.428

33.605

22.232

20.373

46.022

7.87

3.73

7.87

0.66

6%. Cuando la cuantía excedera de

Por lo tanto: Ag= cm2 4% los planos deberán incluir

Refuerzo : detalles constructivos de la

Se trabajará con la cuantía: ρ= armadura.

Area de Acero = cm2

Mux

Muy

Por lo Tanto: Asx

Asy

Además Asx + Asy = As

Por lo tanto Tenemos:

cm2

cm2

Determinacion de Pux y Puy: Empleando graficos de refuerzo en 4 caras

a) Pux=?

ex

b

d´= Rec + Фvar./2 + Фest.

d´= 4 + 5/8 /2 + 3/8

d´= 4 + +

d´= cm

gxb = b-2d´ = -

g x b =

ex g= K=

Para b

y g= K=

g= K=

Pux=K x f´c x b x t

Tn.

b) Pux=?

ey

d


d´= 4 + 5/8 /2 + 3/8

0.34

0.40

80.40

0.97

0.015

Pux =

=0.44

=0.45

ρ x m =

=

=ρ

0.50

0.54

0.60

0.353

0.39

= 0.5403

m =fy

0.85*f´c=

4200.00

178.50

g =

0.30

=0.10

0.25=

0.79 0.95

5.75

25.00 cm

25.00 cm

Asx=

Asy=

13.83

3.05

0.385

23.53

11.49 cm

=

13.51 cm

13.51 cm

1125.00

1.50%

= 4.5416

16.88

4.5416=16.94

3.73=

Diametro(") Area(cm2) 1/2" 1.29 5/8" 1.98 3/4" 2.85 1" 5.05

d´= 4 + +

d´= cm

gxd = b-2d´ = -

g x d =

ex g= K=

Para d

y g= K=

g= K=


Tn.

c) Cálculo de Pon : Para ex = 0; ey = 0

Pon=0.85*fć*(Ag-As) + As*fy Puo= Ф * Pon

Pon = Tn Puo = Tn

d) Aplicando Formula de Bresler:

1 1 1 1

Pú Pux Puy Puo

1

Pú

1

Pú

1

Pú

* CARGAS:

Cargas de Gravedad:

Se diseñara la columna teniendo en cuenta las areas de influencia mayores, para el caso de

cargas de gravedad.

m2

Según el metrado de cargas, tomamos el valor P:

PRIMER NIVEL:

1.39

4.125 1.67

4.125

Tabiqueria = kg/m2 120 3.375


ELEMENTO Und.


OK

Area Tributaria = 13.92

=

4.125 4.18

39.33 > Pu 38.72

P.U Long (m) Ancho(m) Alto(m) Parcial( Tn )

< 0.02543 Pú =

< 0.01831 - 0.00532

<1

54.63+

+ 0.01244

1

80.40-

1

188.07

0.27

< + -

188.07

0.80

Pux = 54.63

268.675

ρ = 0.015

= 0.970.70 0.20

0.74 0.23

= 23.530.85*fć 178.50

ρ x m = 0.353

m =fy

=4200.00

11.49 cm

g =33.51 cm

= 0.744645.00 cm

33.51 cm

0.79 0.95

5.75

45.00 cm

SEGUNDO NIVEL:

Tn.

Tn.

Cargas Sismo:

Los axiales debido al sismo en ambas direcciones son:

Tn.

Tn.

* MOMENTOS:

Se calacularon empleando el programa para Estructuras SAP 2000 Realizando un analisis general

para cargas (viva y muertas) y para cargas de sismo, modelado en 3D.

Momento por Gravedad: Momento por Sismo:

Mx= Tn-m Mx= Tn-m

My= Tn-m My= Tn-m

Pu= 0.75(1.4Pm+1.7Pv+1.87Ps)

Pu= 0.75(1.4Pm+1.7Pv-1.87Ps)

Pu=0.9Pm+1.43Ps

Pu=0.9Pm-1.43Ps

Pu=1.4Pm+1.7Pv

Mu=0.75*(1.4*Mm+1.7*Mv-1.87*Ms)

Mu=0.75*(1.4*Mm+1.7*Mv+1.87*Ms)

Mu=1.4Mm+1.7Mv

Teniendo en cuenta que los mayores momentos de diseño se producen en la combinacion

0.75*(1.4*Mm+1.7*Mv+1.87*Ms), Por lo tanto tomamos los siguientes valores de diseño:

Tn

Tn-m

Tn-m

kg/cm2

kg/cm2fy= 4200.00

4.700 0.410

Pu= 26.59

-2.870 -0.254

Mux= 9.92

Muy= 0.87

f´c= 210.00

9.920 0.869

0.41 0.40

Pux (Tn) Puy (Tn)

31.347 31.347

Mux (Tn-m) Muy (Tn-m)

Px = 0.39

14.269 13.897

24.058 24.422

22.964 22.599

15.384 15.756

4.70 4.56

Pv= 1.39

Pm = 16.47

Pv = 4.87

Py = 0.65

Sobrecarga = kg/m3 100 3.375

Pm= 7.82

4.125 1.39

1.16

COLUMNA 25X25 = kg/m3 2400 0.250 0.250 2.650 0.40

VIGA VP-25X50 = kg/m3 2400 3.875 0.250 0.500

4.125 0.70Piso + Cielo Raso = kg/m2 50 3.375

Parcial( Tn )

Peso de Aligerado = kg/m2 300 3.375 4.125 4.18

ELEMENTO Und.

Pm= 8.65

Pv= 3.48

P.U Long (m) Ancho(m) Alto(m)

0.40

Sobrecarga = kg/m2 250 3.375 4.125 3.48

COLUMNA 25X25 = kg/m3 2400 0.250 0.250 2.650

0.250 0.500 1.01VIGA VP-25X50 = kg/m3 2400 3.375

Ф=

Pu=Ф*Pn Tn

x bxd =

bxd =

Tomamos los datos de la columna en relación a los Momentos Actuantes:

Mux/Muy =

d = b bx b =

b2 =

b =

Por lo tanto Asumimos : d =

b=

d=

DISEÑO:

Determinación de las Exentrecidades:

Pu ex

Mx

ey

Nota : La cuantia de refuerzo longitudinal

My será menor que 1% ni mayor que

6%. Cuando la cuantía excedera de

Por lo tanto: Ag= cm2 4% los planos deberán incluir

Refuerzo : detalles constructivos de la

Se trabajará con la cuantía: ρ= armadura.

Area de Acero = cm2

Mux

Muy

Por lo Tanto: Asx

Asy

Además Asx + Asy = As

Por lo tanto Tenemos:

cm2

cm2

Determinacion de Pux y Puy: Empleando graficos de refuerzo en 4 caras

a) Pux=?

ex

b


d´= 4 + 5/8 /2 + 3/8

d´= 4 + +

=0.03

= 0.1310.25

0.79 0.95

= 11.4225

Asx= 5.75

Asy= 0.50

Pu 26.59

625.00

1.00%

6.25

=9.92

= 11.42250.87

= 0.37 m26.59

ex =Muy

=0.87

= 0.03 m

Mux

Pu

69.16

25.00 cm

25.00 cm

PARA RIGIDIZAR LA ESTRUCTURA

=9.92

ey =

11.4225

11.4225 11.4225 418.71

36.66

6.05

Pnb =0.72*f´c*6300*b*d

=90.72 37.99

6300 + fy 418.71

0.70

Pn= 37.99

Diametro(") Area(cm2) 1/2" 1.29 5/8" 1.98 3/4" 2.85 1" 5.05

d´= cm

gxb = b-2d´ = -

g x b =

ex g= K=

Para b

y g= K=

g= K=


Tn.

b) Pux=?

ey

d


d´= 4 + 5/8 /2 + 3/8

d´= 4 + +

d´= cm

gxd = b-2d´ = -

g x d =

ex g= K=

Para d

y g= K=

g= K=


Tn.

c) Cálculo de Pon : Para ex = 0; ey = 0

Pon=0.85*fć*(Ag-As) + As*fy Puo= Ф * Pon

Pon = Tn Puo = Tn

0.30

95.69

0.80

136.697

Pux = 32.56

= 1.49

ρ = 0.010

0.70 0.28

0.54 0.25

= 23.53

ρ x m = 0.235

g =13.51 cm

= 0.540325.00 cm

m =fy

=4200.00

0.95

5.75

25.00 cm 11.49 cm

13.51 cm

0.85*fć 178.50

=0.37

=

0.79

1.490.25

0.50

0.54 0.52

0.550.60

0.50

Pux = 68.27

ρ x m = 0.235

= 0.13

0.010ρ =

m =fy

=4200.00

= 23.530.85*fć 178.50

5.75

25.00 cm 11.49 cm

13.51 cm

g =13.51 cm

= 0.540325.00 cm

d) Aplicando Formula de Bresler:

1 1 1 1

Pú Pux Puy Puo

1

Pú

1

Pú

1

Pú

OK

> Pu = 26.5928.64

< 0.03071 + 0.01465

< 0.03491 Pú =

95.69

1-

< + -

- 0.01045

<1

+1

32.56 68.27

PROYECTO :

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

1.- PRE-DIMENSIONAMIENTO DEL AREA:

A=P/Wn P=CM+CV+P.P Wn=qa-GsxDf-S/Cpiso B=√A-(b-t)/2 L=√A+(b-t)/2

A=Area de Zapata. P NTN

Wn=Presion neta del suelo.

DATOS:

qa=Capacidad Portante del Suelo= Df

Gs=Peso especifico del relleno=

Df=Profundidad de desplante=

S/C piso= sobre carga del piso= Wn

fć= resistencia del concreto =

db´ ( diametro de la varilla Zapata) =

db ( diametro de la varilla Columna) =

recub.( recubrimiento en la zapata)=

fy=resistencia a tension del acero=

P.P=Peso propio de la zapata (15%) =

P.P=(10% - 15%CM)

b=lado mernor de la columna B=lado menor de la zapata t

t=lado mayor de la columna L=lado mayor de la zapata b B

Z-1

L

Tn Tn/m2 m2

Tn Tn/m2 m

Tn Tn/m2 m

Tn Tn/m2 m

m

Por lo Tanto:

ADOPTO: B x L = X

2.- DIMENSIONAMOS LA ELEVACION "H".

"H" Se calcula cuando se determina el peralte efectivo "d", mediante la verificacion por:

* Longitud de desarrollo.

* Cortante por Punzonamiento.

* Cortante por Flexión.

Calculo de La Longitud de desarrollo:

* Compresión: * Tracción:

Ld1=0.08*db*fy/√fć = Ld1=0.06*Aø*fy/√fć =

"Ld" el mayor de Ld2=0.004*db*fy = Ld2=0.006*db*fy =

Ld3= Ld3=

Por lo Tanto: Ld=

H= Ld+db+2db´+recub. Redondear. d1=H-recub.-db´/2

H= H= d1=

kg/cm2

0.30

9.50

2.88

2.25 m 2.25 m

4.69 Tn.

"

1.50 m

9.50

1.92

"

cm.

DISEÑO DE ZAPATAS

7.58

4.69

Tn/m2

Tn/m3

ZAPATA: Nº 02

kg/cm2

Zapata:

Tn/m2

23.67

0.30

1/2

210.00

4200.00

3/4

7.50

P= 35.94 6.32Wn =

CM =

CV =

P.P = s/cpiso=

qa =

GsxDf =

A = 3.783

b = 0.25

t = 0.45

49.56 cm

46.87 cm55.00 cm

48.01 cm

29.45 cm

21.34 cm

20.00 cm

49.56 cm

B = 1.84

L = 2.04

20 cm

61.51 cm

30.00 cm30 cm

0

3.- REACCION NETA ULTIMA (qu) DEL SUELO:

Pu=1.5*CM+1.8*CV qu=Pu/(B*L)

Pu= Tn. qu=

4.- CÁLCULO DEL ESFUERZO CORTANTE POR PUNZONAMIENTO:

β=t/b

β= =

o´

= Φ*1.1*√fć Φ=

Se iguala al menor valor para calcular "d2". 55

14 ###

14 ###

P NTN

d2=

d2=

H

5.- ESFUERZO CORTANTE POR FLEXIÓN:

Se verifica a la distancia "d" de la cara de la columna. Wn

En eje x-x.

d= m=

Vact.=qu*L*(m-d)/(L*d) Tn/m2

En eje y-y.

d= m=

Vact.=qu*B*(m-d)/(B*d) Tn/m2

Vadm.=Φ*0.53*√fć Φ=

Vadm.=

Entonces "d3" se obtiene de:

qu*(m-d)/d=0.85*0.53*√fć 6.5

d3= d=

DISEÑO DE ACERO A FLEXION:

Eje y-y: P

Momento: Mu= Wu*L*m2/8

As=Mu/(0.9*fy*(d-a/2))

a=As*fy/(0.85*fć*B) ρmin.=

Asmin.=ρmin.*(B*d)

d= Kg/cm2 395

B= kg-cm ### B

L= cm2 ###

b= cm

t= cm2 As= cm2

ACERO REQUERIDO EN ZAPATA:

Aø= 1.27 cm2 Nº Varillas=

S= 1 ø 1/2 " @

225.00 cm

Asmin.=

14.91 cm 15.00 cm

0.45

Tn/m29.71

13.55

0.85

-52.66 cm

17.04 cm

46.87 cm 90.00 cm

46.87 cm

49.15

0.0018

Tn/m2

225.00 cm 1.55As=

46.87 cm 100.00 cm

Wu= 0.97

45.00 cm 18.98

46.87 cm

OK

Vact.= 8.94

Vact.= 11.01

65.28

25.00 cm 0.16a=

18.98

15.00

12.95 cm

0.25

1.80

0.85

Mu= 273093.75

qu*[A*B-(s+d)*(t+d)] / [2d(s+t+2*d)] = ø*0.27(2+4/β)√f'c

qu*[A*B-(s+d)*(t+d)] / [2d(s+t+2*d)] =

Eje x-x:

Momento: Mu= Wu*B*m2/8 1 ø 1/2 " @

As=Mu/(0.9*fy*(d-a/2))


Asmin.=ρmin.*(B*d)

d= Kg/cm2 395

B= kg-cm ###

L= cm2 ###

b= cm Hz=t= cm2 As= cm2

1 ø 1/2 " @



S= 1 ø 1/2 " @

Bmin.=

1.- DIMENSIONAMIENTO DEL AREA:

A=P/Wn P=CM+CV+P.P Wn=qa-GsxDf-S/Cpiso B=√A-(b-t)/2 L=√A+(b-t)/2

A=Area de Zapata. P NTN

Wn=Presion neta del suelo.

DATOS:

qa=Capacidad Portante del Suelo= Df

Gs=Peso especifico del relleno=

Df=Profundidad de desplante=

S/C piso= sobre carga del piso= Wn

fć= resistencia del concreto =

db´ ( diametro de la varilla Zapata) =

db ( diametro de la varilla Columna) =

recub.( recubrimiento en la zapata)=

fy=resistencia a tension del acero=

P.P=Peso propio de la zapata (15%) =

P.P=(10% - 15%CM)

b=lado mernor de la columna B=lado menor de la zapata t

t=lado mayor de la columna L=lado mayor de la zapata b B

Z-1

L

Tn Tn/m2 m2

Tn Tn/m2 m

Tn Tn/m2 m

Tn Tn/m2 m

m

Por lo Tanto:

ADOPTO: B x L = X

2.- DIMENSIONAMOS LA ELEVACION "H".

"H" Se calcula cuando se determina el peralte efectivo "d", mediante la verificacion por:

* Longitud de desarrollo.

* Cortante por Punzonamiento.

* Cortante por Flexión.

Calculo de La Longitud de desarrollo:

* Compresión: * Tracción:

Ld1=0.08*db*fy/√fć = Ld1=0.06*Aø*fy/√fć =

"Ld" el mayor de Ld2=0.004*db*fy = Ld2=0.006*db*fy =

Ld3= Ld3=

1.92 Tn/m3

1.50 m

9.50 Tn/m2

221205.94

0.30 Tn/m2

225.00 cm

25.00 cm

46.87 cm

210.00 kg/cm2

18.98

0.97

Mu=

Wu=

As= 1.25

7.50 cm.

4200.00 kg/cm2

1.79 Tn.

1/2 "

3/4 "

t = 0.25

9.50 A = 1.446

b =

Zapata:

CM = 9.22 qa =

0.25CV = 2.73 GsxDf = 2.88

B = 1.20

P.P = 1.79

P= 13.74 Wn = 6.32

s/cpiso= 0.30

29.45 cm 49.56 cm

21.34 cm 48.01 cm

L = 1.20

1.80 m 1.80 m

20 cm 20.00 cm 30 cm 30.00 cm

ZAPATA: Nº 03

15.00 cm

15.00

14.91 cm

45.00 cm Asmin.=

0.0018

0.13

0.90 m

OK

15.00 cm

225.00 cm

Ld

a=

18.98

2.25 m

2.25 m

0.55 m

15.00 cm

Por lo Tanto: Ld=

H= Ld+db+2db´+recub. Redondear. d1=H-recub.-db´/2

H= H= d1=

3.- REACCION NETA ULTIMA (qu) DEL SUELO:

Pu=1.5*CM+1.8*CV qu=Pu/(B*L)

Pu= Tn. qu=

4.- CÁLCULO DEL ESFUERZO CORTANTE POR PUNZONAMIENTO:

β=t/b

β= =

o´

= Φ*1.1*√fć Φ=

Se iguala al menor valor para calcular "d2". 55

20 ###

14 ###

P NTN

d2=

d2=

H

5.- ESFUERZO CORTANTE POR FLEXIÓN:

Se verifica a la distancia "d" de la cara de la columna. Wn

En eje x-x.

d= m=

Vact.=qu*L*(m-d)/(L*d) Tn/m2

En eje y-y.

d= m=

Vact.=qu*B*(m-d)/(B*d) Tn/m2

Vadm.=Φ*0.53*√fć Φ=

Vadm.=

Entonces "d3" se obtiene de:

qu*(m-d)/d=0.85*0.53*√fć 6.5

d3= d=

DISEÑO DE ACERO A FLEXION:

Eje y-y: P

Momento: Mu= Wu*L*m2/8

As=Mu/(0.9*fy*(d-a/2))


Asmin.=ρmin.*(B*d)

d= Kg/cm2 494

B= kg-cm ### B

L= cm2 ###

b= cm

t= cm2 As= cm2



S= 1 ø 1/2 " @

49.56 cm

61.51 cm 55.00 cm 46.87 cm

1.00

0.25

0.85

13.55

18.74 5.78 Tn/m2

0.25

Vact.= 3.78

46.87 cm 77.50 cm

-39.83 cm

14.56 cm

46.87 cm 77.50 cm

Vact.= 3.78

0.85

65.28 Tn/m2 OK

6.30 cm 46.87 cm

0.0018

46.87 cm Wu= 0.58

180.00 cm Mu= 78111.28

180.00 cm As= 0.44

15.19

12.00

14.88 cm 15.00 cm

25.00 cm a= 0.06

25.00 cm Asmin.= 15.19

qu*[A*B-(s+d)*(t+d)] / [2d(s+t+2*d)] = ø*0.27(2+4/β)√f'c

qu*[A*B-(s+d)*(t+d)] / [2d(s+t+2*d)] =

Eje x-x:

Momento: Mu= Wu*B*m2/8 1 ø 1/2 " @

As=Mu/(0.9*fy*(d-a/2))


Asmin.=ρmin.*(B*d)

d= Kg/cm2 494

B= kg-cm ###

L= cm2 ###

b= cm Hz=t= cm2 As= cm2

1 ø 1/2 " @



S= 1 ø 1/2 " @

Bmin.=

180.00 cm Mu= 78111.28

15.00 cm

0.0018 1.80 m

46.87 cm Wu= 0.58

1.80 m

15.00 cm

12.00

14.88 cm 15.00 cm

Ld

0.55 m

25.00 cm Asmin.= 15.19 15.19

0.90 m

OK

180.00 cm As= 0.44

25.00 cm a= 0.06

UBICACIÓN : 0

DISTRITO : 0

PROVINCIA : 0

DEPARTAMENTO: 0

SE DISEÑARA LA ZAPATA DEL EJE 6-6 Y EL EJE 8-8

A) Dimensionamiento de la Viga de Conexión:

donde: L1= Espaciamiento entre la Columna Exterior y la Columna

L1 h Interior

7 2 P1= Carga Total de Servicio de la Columa.

P1= Tn P2= Tn

M1= Tn-m M2= Tn-m

VC-01 SECCION DE VIGA VC-01

b= m

h= m

bo*ho2=b*h2

P1= Tn P2= Tn bo*ho2=

0.25*ho2=

ho2=

ho=

R1= R2=

1º) CAPACIDAD NETA DEL TERRENO: bo*ho3=b*h3

bo*ho3=

0.25*ho3=

2º) DIMENSIONAMIENTO DE LA ZAPATA: ho3=

Inicialmente adoptamos un area determinada con la carga P1 ho=

Por lo tanto: b=

viga de conex. h=

P1 = m2

Wn B = L

B= B=

L= L=

0.45

0.25 VC-01

P1= Tn f´c= kg/cm2

Tn/m fy= kg/cm2

Фv= "

2 Фe= "

VC-01 b=

d=

Wu= Tn/mΣM2=0

Rn(6.05)= P1*6.05 +0.24* 6.275*6.275/2

Rn= Tn

e= 0

Rn= Tn18.65

6.32

8.29

=A =

0.09

0.95

26.39

Tn/m2

17.87

0.9 1.1254.63

6.65 m

17.87

0.77

17.87

6.32Wn =

17.87

B x L=

DISEÑO DE ZAPATAS CONECTADA

h= b=P1

31*L1>=

PROYECTO :

26.39

0.41

0.07823

0.07823

0.31293

0.56 m

0.40 m

2.25 m

0.25 m

DATOS

2.25 m

2.25 m

2.82753

1.68153

1.68153

2.25 m

Wvc=

1/2

18.65

0.07432

0.07432

210.00

4200.00

0.29728

0.67 m

= 2.82753 m2

0

6.65 m

0.24

3/8

0.25 m

0.34 m

Sección de momento máximo, Xo <= S A=

B=

Vx = (Wnu-Wv)*Xo - P1 = 0 C=

Xo= < m CONFORME

Mumáx.= (Wnu - Wvu)Xo2/2 - P1(Xo-d/2)

Mumáx.= Tn-m

As= cm2

a = cm

ρ=As/(b*d)

ρ=

ρmin.=0.7*√fć/fy

ρmin.=

Asmin.= cm2

ρb=β1β1fć6000/(fy*(6000+fy))

β1=

ρb=

ρmax.=0.75*ρb

ρmax.=

ρmin. < ρ < ρma

Por Lo Tanto:

As= cm2 USAR: 4 Ф 1/2 "

DISEÑO POR CORTE:

V1u= (Wnu - Wvu)*(b + d) - P1 V2u=(Wnu-Wvu)*L-P1

Tn

Vc=0.53*√fć*b*d

Vc= Tn Vc > V2u ACERO TRANSVERSAL MINIMO

USAR: Ф 3/8 1 @ 0.05, 10 @ 0.10, R @ 0.25

4.02

2.22 2.25

1778.823529

6.58

0.0038

0.00242

0.02125

0.01594

-129479.175

402075.00

V1u= -13.10 V2u= 0.24

OK

3.25

0.85

3.25

3.06

2.07a =As*fy/(0.85*fć*b)

As = Mu/(0.9*fy*(d-a/2))

Hoja de Calculo Estructuras

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