Diseño De Zapatas.xlsx

Peso Peso Peso peso Peso Peso Peso

Peso Peso Peso peso Peso Peso Peso Peso

por aligerado propio de viga propio de viga propio de la columna del muro x muro Y muro

COLUMNA C - 1 SEGUNDO PISO 650.00 kg/m 2.48 m2 2400.00 kg/m 0.15 m ### m 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 gk/m 0.15 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m

1.89 m 1.98 m 2.40 m 1.98 m 1.89 m 1.89 m

= 1608.75 = 169.65 = 355.50 = 216.00 = 855.36 = 816.48 = 408.24

por aligerado propio de viga propio de viga propio de la columna del muro x muro Y sobrecimiento x sobrecimiento y

PRIMER PISO 650.00 kg/m 2.48 m2 2400.00 kg/m 0.15 m ### m 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 gk/m 0.15 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m 2300.00 kg/m 0.10 m ### m 2300.00 kg/m 0.10 m ### m

1.89 m 1.98 m 2.40 m 1.98 m 1.89 m 1.98 m 1.89 m

= 1608.75 = 169.65 = 355.50 = 216.00 = 855.36 = 816.48 = 227.70 = 217.35 8896.77

caga total en la columna C-1 peso de zapata 10% carga total TOTAL PRIMERA ITERACION SI σ = 0.85kg/cm2 SI σ = 8500 kg/m2

=

889.68 9786.45

A =

1.15

area=9786.45/8500

A= 1.10x1.10 SEGUNDA ITERACION peso de la zapata Z - 1

2300.00 gk/m 1.10 m ### m 0.70 m = 1948.10

TOTAL DE CARGA = 10844.87 A =

1.28

A= 1.15x1.15 TERCERA ITERACION peso de la zapata Z - 1

2300.00 gk/m 1.15 m ### m 0.70 m = 2129.23 TOTAL DE CARGA = 11026.00 A =

1.30

A= 1.15*1.15 CUARTA ITERACION peso de la zapata Z - 1

2300.00 gk/m 1.15 m ### m 0.70 m = 2129.23 TOTAL DE CARGA = 11026.00 A =

1.30

A= 1.15*1.15 esta será las dimensiones de la Z - 1

Peso Peso Peso peso Peso

Peso Peso Peso peso Peso Peso

por aligerado propio de viga propio de viga propio de la columna muro

COLUMNA C - 2 SEGUNDO PISO 650.00 kg/m 6.92 m2 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 gk/m 0.20 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m

por aligerado propio de viga propio de viga propio de la columna muro sobrecimiento x

PRIMER PISO 650.00 kg/m 6.92 m2 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 gk/m 0.20 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m 2300.00 kg/m 0.10 m ### m

PRIMERA ITERACION

1.93 m 1.45 m 2.40 m 1.89 m

= 4497.19 = 346.50 = 261.00 = 288.00 = 408.24

1.93 m 1.45 m 2.40 m 1.93 m 3.13 m

= 4497.19 = 346.50 = 261.00 = 288.00 = 833.76 = 359.95

caga total en la columna C-2

###

peso de zapata 10% carga total TOTAL

= 1238.73 13626.06

SI σ = 0.85kg/cm2 SI σ = 8500 kg/m2

area=13626.06/8500 A =

1.60

A= 1.25x1.25 SEGUNDA ITERACION peso de la zapata Z - 2

2300.00 gk/m 1.25 m ### m 0.70 m = 2515.63 TOTAL DE CARGA = 14902.95 A =

1.75

A= 1.30x1.30 TERCERA ITERACION peso de la zapata Z - 2

2300.00 gk/m 1.30 m ### m 0.70 m = 2720.90 TOTAL DE CARGA = 15108.23 A =

1.78

A= 1.30*1.30 CUARTA ITERACION peso de la zapata Z - 2

2300.00 gk/m 1.30 m ### m 0.70 m = 2720.90 TOTAL DE CARGA = 15108.23 A =

1.78

A= 1.30*1.30 esta será las dimensiones de la Z - 2

Peso Peso Peso Peso Peso peso Peso

Peso Peso Peso Peso

por aligerado propio de viga propio de viga propio de viga propio de viga propio de la columna muro

COLUMNA C - 3 SEGUNDO PISO 650.00 kg/m 6.65 m2 2400.00 kg/m 0.20 m ### m 2400.00 kg/m 0.20 m ### m 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 2400.00 gk/m 0.25 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m

por aligerado propio de viga propio de viga propio de viga

PRIMER PISO 650.00 kg/m 6.65 m2 = 4324.53 2400.00 kg/m 0.20 m ### m 1.08 m = 103.20 2400.00 kg/m 0.20 m ### m 0.48 m = 46.08 2400.00 kg/m 0.25 m ### m 1.83 m = 273.75

1.08 m 0.48 m 1.83 m 1.55 m 2.40 m 1.08 m

= 4324.53 = 103.20 = 46.08 = 273.75 = 232.50 = 216.00 = 466.56

Peso peso Peso Peso

propio de viga propio de la columna muro sobrecimiento x

PRIMERA ITERACION SI σ = 0.85kg/cm2 SI σ = 8500 kg/m2

2400.00 kg/m 0.25 m 2400.00 gk/m 0.25 m 1800.00 kg/m 0.10 m 2300.00 kg/m 0.10 m

### m ### m ### m ### m

1.55 m 2.40 m 1.08 m 1.08 m

= = = =

232.50 216.00 466.56 124.20

caga total en la columna C-2

###

peso de zapata 10% carga total TOTAL

= 1144.94 12594.39

area=12594.39/8500 A =

1.48

A= 1.20x1.20 SEGUNDA ITERACION peso de la zapata Z - 3

2300.00 gk/m 1.20 m ### m 0.70 m = 2318.40 TOTAL DE CARGA = 13767.84 A =

1.62

A= 1.30x1.30 TERCERA ITERACION peso de la zapata Z - 3

2300.00 gk/m 1.30 m ### m 0.70 m = 2720.90 TOTAL DE CARGA = 14170.34 A =

1.67

A= 1.30*1.30 CUARTA ITERACION peso de la zapata Z - 3

2300.00 gk/m 1.30 m ### m 0.70 m = 2720.90 TOTAL DE CARGA = 14170.34 A =

A= 1.30*1.30 esta será las dimensiones de la Z - 3 COLUMNA C - 4 SEGUNDO PISO

1.67

Peso Peso Peso Peso peso Peso

Peso Peso Peso Peso peso Peso Peso

por aligerado propio de viga propio de viga propio de viga propio de la columna muro

650.00 kg/m### m2 2400.00 kg/m 0.15 m ### m 2400.00 kg/m 0.15 m ### m 2400.00 kg/m 0.40 m ### m 2400.00 gk/m 0.30 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m

por aligerado propio de viga propio de viga propio de viga propio de la columna muro sobrecimiento x

PRIMER PISO 650.00 kg/m### m2 2400.00 kg/m 0.15 m ### m 2400.00 kg/m 0.15 m ### m 2400.00 kg/m 0.40 m ### m 2400.00 gk/m 0.30 m ### m 1800.00 kg/m 0.10 m ### m 2300.00 kg/m 0.10 m ### m

PRIMERA ITERACION SI σ = 0.85kg/cm2 SI σ = 8500 kg/m2

2.08 m 2.05 m 3.38 m 2.40 m 4.13 m

= 9060.19 = 186.75 = 184.50 = 1620.00 = 691.20 = 1784.16

2.08 m 2.05 m 3.38 m 2.40 m 4.13 m 4.13 m

= 9060.19 = 186.75 = 184.50 = 1782.00 = 691.20 = 1784.16 = 474.95

caga total en la columna C-4

###

peso de zapata 10% carga total TOTAL

= 2769.05 30459.60

area=30459.6/8500 A =

3.58

A= 1.90x1.90 SEGUNDA ITERACION peso de la zapata Z - 4

2300.00 gk/m 1.90 m ### m 0.70 m = 5812.10 TOTAL DE CARGA = 33502.65 A =

3.94

A= 1.95x1.95 TERCERA ITERACION peso de la zapata Z - 4

2300.00 gk/m 1.95 m ### m 0.70 m = 6122.03 TOTAL DE CARGA = 33812.57 A =

A= 1.95x1.95 CUARTA ITERACION

3.98

peso de la zapata Z - 4

2300.00 gk/m 1.95 m ### m 0.70 m = 6122.03 TOTAL DE CARGA = 33812.57 A =

A= 1.95*1.95 esta será las dimensiones de la Z - 2

3.98

kg kg kg kg kg kg kg

kg kg kg kg kg kg kg kg

m2

kg

m2

kg

m2

kg

m2

kg kg kg kg kg

kg kg kg kg kg kg

m2

kg

m2

kg

m2

kg

m2

kg kg kg kg kg kg kg

kg kg kg kg

kg kg kg kg

m2

kg

m2

kg

m2

kg

m2

kg kg kg kg kg kg

kg kg kg kg kg kg kg

m2

kg

m2

kg

m2

kg

m2

DISEÑO DE ZAPATAS Y VIGA DE CONEXIÓN

1. CALCULO DE CARGAS 1er NIVEL

2do NIVEL

1.1. Para C1 - Primer nivel

1.1.1. Carga Muerta P.p. viga IPE240 30.70 P.p. viga IPE300 42.20 P.p. viga IPE140 12.90 P.p. viga IPE120 10.40 P. Col. 150x150x9m 38.21 P.p. Losa Acero-Deck 188.48 P.p piso terminado 150.00 P.p drywall 25.00 P.p Cielo raso 25.00

kg/m kg/m kg/m kg/m kg/m kg/m2 kg/m2 kg/m2 kg/m2

x x x x x x x x x

1.46 2.54 1.92 1.54 2.75 4 4 4 4

x x x x

3.46 3.46 3.46 3.46

CM (Carga Muerta) = 1.1.2. Carga Viva P. para vivienda

200.00 kg/m2

x

44.822 107.188 24.768 16.016 105.078 2608.56 2076 346 346 5674.43

4

x

3.46

CV (Carga Viva) =

2768 2768

1.1. Para C1 - Segundo nivel 1.1.1. Carga Muerta P.p. viga IPE240 30.70 P.p. viga IPE270 36.10 P.p. viga IPE140 12.90 P.p. viga IPE120 10.40 P. Col. 150x150x9m 38.21 P.p. Losa Acero-Deck 188.48 P.p piso terminado 150.00 P.p drywall 25.00 P.p Cielo raso 25.00

kg/m kg/m kg/m kg/m kg/m kg/m2 kg/m2 kg/m2 kg/m2

x x x x x x x x x

1.46 2.54 1.92 1.54 2.65 4 4 4 4

x x x x

3.46 3.46 3.46 3.46

CM (Carga Muerta) = 1.1.2. Carga Viva P. para vivienda (Azo 100.00 kg/m2

x

CV (Carga Viva) = Entonces CM (Carga muerta) CV (CargaViva) = 1.2. Para C2 - Primer nivel

11330 4152

kg kg

44.822 91.694 24.768 16.016 101.257 2608.56 2076 346 346 5655.12

4

x

3.46

1384 1384

1.2.1. Carga Muerta P.p. viga IPE300 42.20 P.p. viga IPE120 10.40 P.p. viga IPE100 8.10 P. Col. 150x150x9m 38.21 P.p. Losa Acero-Deck 188.48 P.p piso terminado 150.00 P.p drywall 25.00 P.p Cielo raso 25.00

kg/m kg/m kg/m kg/m kg/m2 kg/m2 kg/m2 kg/m2

x x x x x x x x

2.54 1.92 1.54 2.75 2.54 2.54 2.54 2.54

x x x x

3.46 3.46 3.46 3.46

CM (Carga Muerta) = 1.2.2. Carga Viva P. para vivienda

200.00 kg/m2

x

107.188 19.968 12.474 105.078 1656.44 1318.26 219.71 219.71 3658.83

2.54 x

3.46

CV (Carga Viva) =

1757.68 1757.68

1.3. Para C2 - Segundo nivel 1.3.1. Carga Muerta P.p. viga IPE270 36.10 P.p. viga IPE120 10.40 P.p. viga IPE100 8.10 P. Col. 150x150x9m 38.21 P.p. Losa Acero-Deck 188.48 P.p piso terminado 150.00 P.p drywall 25.00 P.p Cielo raso 25.00

kg/m kg/m kg/m kg/m kg/m2 kg/m2 kg/m2 kg/m2

x x x x x x x x

2.54 1.92 1.54 2.65 2.54 2.54 2.54 2.54

x x x x

3.46 3.46 3.46 3.46

CM (Carga Muerta) = 1.3.2. Carga Viva P. para vivienda (Azo 100.00 kg/m2

x

CV (Carga Viva) = Entonces CM (Carga muerta) 7298.34 CV (CargaViva) = 2636.52 2. DISEÑO DE LOS ELEMENTOS 2.1. Datos

kg kg

91.694 19.968 12.474 101.257 1656.44 1318.26 219.71 219.71 3639.51

2.54 x

3.46

878.84 878.84

C2 C1 σt = hf = Ɣprom = s/c = f´c = f´y = γcon = C1 = C2 =

CM = CV = CM = CV =

0.9 1.20 1.50 0.2 210 4200 2400 15x15 m2 15x15 m2

7.30 2.64 11.33 4.15 kg/cm2 m tn/m3 tn/m2 kg/cm2 kg/cm2 kg/m3

tn Columna exterior tn tn Columna interior tn Esfuerzo permisible del terreno Fondo de cimentacion Peso promedio del suelo y la cimentacion Sobrecarga de piso Resistencia del concreto a la compresion Peso especifico del concreto

t1 = 0.15

0.15

C2

C1 0.15

0.15

Lp L1=

5.00

m

2.2. Predimensionamiento de zapata exterior

C2

C1

T

L

S 0.075

L 5.00

�_𝑧=𝑃_1 /σ_𝑛

σ_𝑛=σ_𝑡 〖− Ɣ 〗 _𝑝𝑟𝑜𝑚 ℎ_𝑓−𝑠/� 𝑃_1=CM+CV

σn =

7

tn/m2

P1 =

9.93

tn

(Esfuerzo neto del terreno)

𝑃_1=CM+CV Consideramos

Az =

1.20

S=

�_𝑧=𝑆.�

1.42

m2

0.36

m

0.15

m

m 1.18

T=

Usar T x S = 1.20 m x 1.20 m S=

T=

1.20 1.20

m m

2.3. Dimensionamiento de viga de conexión ℎ=𝐿_1 /7

�=𝑃_1/(31𝑥𝐿_1 )≥ℎ/2

h=

0.71

m

b=

0.06

m

�≥ℎ/2=

Cambiar valor de b

0.046 m2

Area =

No cumple la condicion entonces utiliz h=

>

0.31

m

0.15

≥

b=

0.15

OK

Entonces usar una viga de 0.20 m x 0.25 m b= h=

0.15 0.40

m m

2.4. Dimensionamiento de zapata exterior �_𝑣=�ℎɣ_�𝑜𝑛

wv =

0.14

tn/m

P1

wv

B

wn

1.20 0.075

RN

∑▒�_𝐵 =0

Por lo tant

RN =

�_𝑧=𝑅_ 𝑁/σ_𝑛

S= T=

5.00 5.075 4.475 (Reaccion neta de la zapata exterior)

11.51 tn

Az =

1.20 1.40

1.64

m2

m m

2.5. Diseño de la viga de conexión 2.5.1. Cargas amplificadas 𝑃_1𝑈=1.4𝑃_ 1

P1U =

�_𝑣𝑢=1.4� _𝑣

Wvu =

13.91 tn 0.20

tn/m

P1U

wvu

B

wnu

1.20 0.075

5.00 5.075 4.475

0.525 RNU

∑▒�_𝐵 =0

�_𝑛𝑢=𝑅_𝑁 𝑈/𝑆

RNU =

16.12 tn

Wnu =

13.43 tn/m

2.5.2. Seccion de momento maximo, Xo ≤ S �_𝑥=(�_𝑛𝑢−�_𝑣� ) 𝑥_𝑜−𝑃_1𝑢=0

Xo=

1.05

�_(𝑢 𝑚𝑎𝑥)=(�_��−�_�� ) 〖� 〖 � ^2/2− 〗 �_1� (𝑋_𝑜−𝑡_1/2)

Mu max =

<

1.20

-6.27

tn-m

OK

2.5.3. Diseño carga superior

�_𝑠=�_𝑢/(ϕ𝑓_𝑦 (𝑑−𝑎/2))

Como primera aproximacion a = d/5 d

40

Asumiendo φ 1/2" d´ =5.35 Entonces d = 34.66

cm cm

(Acero en 1 capa)

d´ �_𝑠=�_𝑢/ (ϕ𝑓_𝑦 0.9𝑑)

𝑎=(�_𝑠 𝑓_𝑦)/ (0.85𝑓_� �)

�=�_𝑠/�𝑑>�_𝑚 𝑖𝑛

5.32

cm2

a=

8.34

cm

Usar : 4 φ 1/2" As = 5.08 cm2

ρ = 0.00977

�_���=14/ 𝑓_�

ρ Entonces 0.00977

As =

ρmin = 0.00333

ρmin >

0.00333

OK

2.5.4. Refuerzo en la carga inferior 〖 � 〖� ^+=( 〗 〖 � 〖� ^− 〗 /3, 〖 � 〖� ^−/2)≥ 〗 〖 � 〖� 〗 _𝑚𝑖𝑛 �_(𝑠 𝑚𝑖𝑛)=0.0033 𝑥 � 𝑥 𝑑

Por lo tanto usar

2 φ 1/2"

As =

4 φ 1/2"

As =

2.66

cm2

As min =

1.73

cm2

2.54

cm2

2 φ 1/2"

2.5.5. Diseño por corte 3/8" →

0.71

d

40

d' 2 φ 1/2" d' = d=

6.35 33.66

cm cm

C2 V1U P1U

V2U

d

Wvu

wnu

�_1𝑢=(�_𝑛𝑢−�_𝑣𝑢 )(𝑡_1+𝑑) −𝑃_1𝑈

�_2𝑢=(�_𝑛𝑢−�_𝑣𝑢 )𝑆−𝑃_1𝑈 Vu=

Escogemos el mayo

1.97

tn

�_𝑛=�_𝑢/ ϕ

Por lo tant

�_�=0.53√(𝑓´�).�𝑑 Vc

3.88

>

2.63

s≤

-7.47

tn

V2u =

1.97

tn

φ=

0.75

Vn =

2.63

tn

Vc =

3.88

tn

Vn

OK

Consideramos estribos de montaje s≤𝑑/2

V1u =

16.83 cm

Necesita refuerzo transversal minimo

s≤𝑑/2

Usando estribos 3/8" 𝑠=(�_𝑣 𝑓_𝑦)/3.5� Area = 0.71 Entonces

s=

113.60

cm

16.83

s=

Por ser una zona sismica se confina en los extremos de la viga Usar estribos mont 3/8" 1@ 5 , resto 20 cm 2.6. Diseño de zapata exterior 0.15 0.625 = Lv b = 1.20

WN

m

U

T = 1.40 MU MAX 〖� 〖 � _𝑈= 〗 𝑅_𝑁𝑈/�

�_(𝑈 ��𝑋)= 〖 � 〖 � _𝑈 ( 〖 � 〖� ^2/2) 〗

Asumiendo

ρ=

11.51

tn/m

MU MAX=

2.25

tn-m

w=

0.08

0.004

w=ρ (𝑓 ´𝑦)/(𝑓´�)

Usar

〗

WNU =

�_𝑢=ϕ𝑓´�.�.𝑑^2 ω(1−0.59ω)

h

re = d=

25 7

cm cm

17.37 cm

2.6.1. Diseño por corte �_𝑢𝑑= 〖 � 〖 � _𝑈〗 (𝐿_𝑣−𝑑)

d=

12.49

Asumiendo φ = 1/2"= 1.27

cm

�_𝑢𝑑= 〖 � 〖 � _𝑈〗 (𝐿_𝑣−𝑑)

Vud =

5.20

tn

φ= Vn =

0.75 6.93

tn

Vc =

16.00

tn

�_𝑛=�_𝑢𝑑 /ϕ

�_�=0.53√(𝑓´�).�𝑑 Vc

Por lo tant

16.00

Vn

>

6.93

OK

2.6.1. Diseño por flexion Como primera aproximacion a = d/5 �_𝑠=�_𝑢/ (ϕ𝑓_𝑦 0.9𝑑)

Usar: φ 3/8"

𝑎=(�_𝑠 𝑓_𝑦)/ (0.85𝑓_� �)

Aφ 3/8" →

As =

3.81

cm2

a=

0.75

cm

φ = 0.0095 (Diametro de varilla en metros) r = recubrimiento

0.71

Para la longitud de 1.2 m 𝑛=�_𝑠/ �_ϕ

Usar:

𝑠=(�−2𝑟−ϕ)/ (𝑛−1)

n=

5.36

s=

0.21

6

m

6 φ 3/8" @ 0.20 m

Refuerzo transversal �_(𝑠 𝑡𝑒𝑚𝑝)=0.0018�𝑑

As temp =

Aφ 3/8" →

Usar: φ 3/8"

4.38

φ = 0.0095 (Diametro de varilla en metros) r = recubrimiento

0.71

Para la longitud de 1.6 m 𝑛=�_𝑠/ �_ϕ

𝑠=(�−2𝑟−ϕ)/ (𝑛−1)

n=

6.16

cm2

7

Usar:

𝑠=(�−2𝑟−ϕ)/ (𝑛−1)

0.21

s=

m

7 φ 3/8" @ 0.20 m

1.20 m Pedestal

0.25 m

1.40 m

6 φ 3/8" @ 0.20 m

7 φ 3/8" @ 0.20 m 2.7. Diseño de zapata interior P1

P2 wv

RN

5.075

𝑃_(2 𝑒𝑓𝑒�𝑡𝑖𝑣𝑜)=−𝑃_2−𝑃_1−�_𝑣 𝐿+𝑅_𝑁

𝑃_(2𝑢 𝑒𝑓𝑒�𝑡𝑖𝑣𝑜)=−𝑃_2𝑢−𝑃_1𝑢−�_𝑣𝑢 𝐿+𝑅_𝑁𝑈 �_𝑧=𝑃_(2 𝑒𝑓𝑒�𝑡𝑖𝑣𝑜)/σ_𝑛

�_𝑛𝑢=𝑃_(2𝑢 𝑒𝑓𝑒�𝑡𝑖𝑣𝑜)/�_𝑧

P2 efectivo =

-14.63 tn

P2u efectivo =

-20.49 tn

Az =

2.09

Usar 1.45 m x 1.45 m

wnu =

9.80

tn/m2

Lv =

0.65

n

0.15

d/2 m

0.15 1.45 �_(𝑢 𝑚𝑎𝑥)=(�_𝑛𝑢 〖 � 〖� ^2)/2 〗 Usar h =

25 7

re =

Mu max =

3.00

tn-m

Asumiendo φ = 3/8"= 0.71

cm cm

17.65 cm

d=

2.7.1. Verificacion por punzonamiento �_𝑢=−𝑃_(2𝑢 𝑒𝑓𝑒�𝑡𝑖𝑣𝑜) −�_𝑛𝑢 𝑚.𝑛 m= n=

Vu =

0.89 m 0.32645 m 17.64

�_𝑛=�_𝑢𝑑 /ϕ

φ= Vn =

�_𝑜=2𝑚+𝑛

Vc =

Vc

57.00

0.75 23.53 tn

bo = 2.1029 m

�_�=1.06√(𝑓 ´�).�_𝑜 𝑑

Por lo tant

tn

57.00

tn

Vn

>

23.53 OK

2.7.2. Verificacion por corte �_𝑢𝑑=�_𝑛𝑢 𝐿(𝐿_𝑣−𝑑)

�_𝑛=�_𝑢𝑑 /ϕ

�_�=0.53√(𝑓´�).�𝑑

Vud =

6.73

tn

φ= Vn =

0.75 8.97

tn

1.45

�_�=0.53√(𝑓´�).�𝑑

Vc =

Vc

Por lo tant

19.65

19.65

tn

Vn

>

8.97

OK

2.7.3. Diseño por flexion �_𝑠=�_𝑢/ (ϕ𝑓_𝑦 0.9𝑑)

As =

Aφ 3/8" →

Usar: φ 3/8"

5.00

cm2

φ = 0.0095 (Diametro de varilla en metros) r = recubrimiento

0.71

Para la longitud de 1.45 m 𝑛=�_𝑠/ �_ϕ

Usar:

𝑠=(�−2𝑟−ϕ)/ (𝑛−1)

n=

7.04

s=

0.22

7

m

7 φ 3/8" @ 0.20 m

1.45 m Pedestal

0.25 m

1.45 m 7 φ 3/8" @ 0.20 m 2.8. Diseño de Pedestal 2.8.1. Datos Pu = V= M= bp = hp = Z=

### 346.33 978.31 35 35 95.00

kg kg kg-m cm cm cm

7 φ 3/8" @ 0.20 m

2.8.2. Calculo de carga critica a compresion resistida por el concreto �𝑔=�_𝑝 ℎ_𝑝

0.1𝑓_� �𝑔= Entonces

###

Ag =

1225

cm2

25725 kg Pu

>

###

Calcular refuerzo a flexion

2.8.3. Diseño por flexion 2.8.3.1. Momento ultimo en la base del pedestal �_𝑢=�+�𝑧

Mu = 1307.32 kg-m

d

35.00

Asumiendo φ 1/2" d´ =5.35 Entonces d = 29.66

d´ �_𝑠=�_𝑢/ (ϕ𝑓_𝑦 0.9𝑑)

As =

1.30

cm2

As min =

2.45

cm2

As min =

0.90

cm2

2.8.3.2. Refuerzo minimo por temperatura �_(𝑠 𝑚𝑖𝑛)=0.002�_𝑝 ℎ_𝑝

2.8.3.3. Refuerzo por flexion �_(𝑠 𝑚𝑖𝑛)=√(𝑓_� )/ (4𝑓_𝑦 ) ��.𝑑

cm cm

(Acero en 1 capa)

Pero no menor que �_(𝑠 𝑚𝑖𝑛)=1.4��.𝑑/𝑓_𝑦

Entonces As min por fl

As min =

0.35

cm2

As min =

0.90

cm2

2.8.3.4. Refuerzo por flexion final As flexion =

2.45

cm2

2.8.3.5. Revision de acero minimo por compresion �_(𝑠 𝑚𝑖𝑛)=0.01�_𝑔

As compr =

As compr

Entonces

12.25

12.25

cm2

As flexion

> As =

Usar 10 φ 1/2"

2.45

Usa A

12.7

cm2

s compr

2.8.4. Diseño por cortante 2.8.4.1. Esfuerzo cortante actuante neto 𝑣_(𝑢 ) =�/ϕ�𝑑

φ=

𝑣_(� ) =0.5√(𝑓_� )

vc =

vu =

0.85 0.39

kg/cm2

2.8.4.2. Esfuerzo resistente del hormigon 7.25

kg/cm2

2.8.4.3. Verificacion del esfuerzo maximo que puede resistir el acero transversal 𝑣_𝑡𝑟𝑎𝑛𝑠=2.1√(𝑓_� )

vtrans =

𝑣_𝑢−𝑣_�≤2.1√(𝑓_ �)

Entonces

𝑣_𝑢−𝑣_�= 0.00

30.43

0.00 <

30.43 OK

2.8.4.4. Calculo de la armadura transversal 𝑠=(�_𝑣 𝐹_𝑦)/ ((�_�−�_�)�_� )

kg/cm2

𝑠=(�_𝑣 𝐹_𝑦)/ ((�_�−�_�)�_� )

Devido a que (vu - vc) es 0 Consideramos estribos de 1/4" separados cada 10 cm por montaje 3/8" @ 0.10 m 4 φ 1/2" 2 φ 1/2"

35

4 φ 1/2" 35

kg kg kg kg kg kg kg kg kg kg

kg kg

kg kg kg kg kg kg kg kg kg kg

kg kg

kg kg kg kg kg kg kg kg kg

kg kg

kg kg kg kg kg kg kg kg kg

kg kg

o neto del terreno)

valor de b

n 1 capa)

sal minimo

la en metros)

la en metros)

la en metros)

n 1 capa)