PORTICO C-2 -1º PISOH = 3 m

Sec. Cuad 0.3 mV.P. 0.30 0.60 30 60

V.Sec. 0.25 0.30F'c = 210 Kg/cm2Fy = 4200 Kg/cm2

Area total del edifico: 300 m2coeficiente de reduccion (f)R1= 0.8Ata (%) para Ata > 15 m2R2 = 100(WD+WL)/4.33WL < 60%f = 1 - RNOMENCLATURAR1, R2 = Porcentajes de reduccionR = Porcentaje de reduccion final (el menor de R1 y R2)At = Area tributaria

No Pisos 7

Altura de C 3 m 300 cmAREA TRIBUTARIA

Azotea Peso propio 300.00 piso tipico Peso propio 300.00Acabado 100.00 Acabado 100

Tabiqueria 100

Tot. Carga muerta 400.00 Kg/m2 500.00Caarga viva 150 200

At = X Y =30.25 5.5 5.5 CM

Nivel losa V.P V.S. Columna P/ Nivel Acumulada7 12100 2376 990 15.466 15.476 15125 2376 990 648 19.139 34.615 15125 2376 990 648 19.139 53.744 15125 2376 990 648 19.139 72.883 15125 2376 990 648 19.139 92.022 15125 2376 990 648 19.139 111.161 15125 2376 990 648 19.139 130.300 15125 2376 990 648 19.139 149.44

Ata = Area tributaria acumuladaNiv. At Ata R1(%) CM CV R2 (%)

7 30.25 30.256 30.25 60.5 48.4 19.139 6.05 96.25 30.25 90.75 72.6 19.139 6.05 96.24 30.25 121 96.8 19.139 6.05 96.23 30.25 151.25 121 19.139 6.05 96.22 30.25 181.5 145.2 19.139 6.05 96.21 30.25 211.75 169.4 19.139 6.05 96.2

cm cm

CARGA VIVA REDUCIDAf = CV CV Acum. CVA xf CM CM Acum

7 1 0.14 0.14 0.14 15.47 15.476 0.516 0.18 0.32 0.17 19.139 34.615 0.4 0.18 0.50 0.20 19.139 53.744 0.4 0.18 0.69 0.27 19.139 72.883 0.4 0.18 0.87 0.35 19.139 92.022 0.4 0.18 1.05 0.42 19.139 111.161 0.4 0.18 1.24 0.49 19.139 130.30

Caso de cargaCarga axial(Pu) Momento flector(Mu)inferior Superior

CM 92.02 0.88 1.24CV 19.14 1.43 2.21S 2.22 8.10

Comb 1 1.4CM+1.7CV 161.37 3.663 5.493Comb 2 1.25(CM+CV+S) 138.95 10.24 21.30Comb 3 0.9CM+1.25S 82.82 3.57 11.24

CARGA SISMICA: METODO ESTATICO

DIMENSIONES= LongT/vigaCRUJIAS EN 4.85 6 5 3.85 19.7 Lx =

CRUJIAS EN 5.875 5 3.875 14.75 Ly =

CARGA POR PISO:AZOTEA L W PESO POR PISO (Tn)PESO-LOSA = Lx.Ly.W= 816.24 0.4375 357.11PESO VP = L*Wvp 138.20 432 59.70 PESO VS = L*Wvs 118.125 180 21.26 L=Long total en el eje X, Y por pisoPESO-COLUMNA = Lt*Wc 0.00 0.00 0.00 CV 0.25CVCARGA DE AZOTEA = 438.07 43.586 10.8966PISO TIPICO : W PESO POR PISO (Tn)PESO-LOSA = Lx*Ly*W 816.24375 550 448.934 TnPESO-VP = L*Wvp 138.20 432 59.7024PESO-VS = L*Wvs 118.13 180 21.2625 L=Long total en el eje X, Y por pisoPESO-COLUMNA = N*Lz* 60.00 0.00 0.0 TnCARGA DE PISO TIPICO = 529.9 58115 14528.75

P.x PISO =F h= ZUSC/R =

NIVEL Tn 3 F*h (ZUCS/R)*P 0.0583

7 448.97 21 9428.330166 0.0064 60.736 15059 18 271055.6813 0.0064 1745.975 15058.6 15 225879.7344 0.0064 1454.974 15058.6 12 180703.7876 0.0064 1163.983 15058.6 9 135527.8407 0.0064 872.982 15058.6 6 90351.89378 0.0064 581.991 15058.6 3 45175.94689 0.0064 290.990 15058.6 0 0 0.0064 0.00

Σ= 105859.51 958123.2148Vu= 6171.61

(ZUSC/R)*P(Fh)/S

At : Area total del edificio(m2)Np: Numero de pisos del edificioh: altura entre pisos(cm)nc: Numero de columnas en el edificio

55.4444337133 cm a: Lado de columna obtenida60 0.6 m

E= 2173706.51 Σpu = ###I = 0.0108 Δ = 0.001

EI = 23476.0303 Vu = 6171.61Δ = 0.00071824 Lc = 3

I/L Kr = 0.00360 Q = 0.004 <0.05El portico es indesplazable o arriostradod = t-d' 57 cmd' = 3 cmt = 60 cmγ = (d-d')/d 0.95 relacion del recubrimiento hasta el centroide de la columnaPu = 161.37 161367.1 kgMu= 21.30 2130375 kg/cm2X = 9.86 Mu/t^3Y = 44.82 Pu/t^2p = 0.01 0.01 (diagrama de interaccion de Winter)As = 34.2Ǿ# 2.85022957 2.85

n= 12 Ø3/4"

Pu= ΣF S = ΣPh

DISEÑO DE COLUMNA

El índice de estabilidad de un entrepiso esta dado por :

Σpu = Carga total mayorado en el entrepiso correspondiente al caso de carga horizontal para el cual Σpu es máximo.Vu = Corte total en el entrepiso.Δo = Desplazamiento relativo de primer orden entre piso superior y la parte inferior del entrepiso debido a Vu.Lc = Longitud de columna medido entre ejes de los nudo del piso .Si Q < 0.05 Pórtico indesplazable.

d’d

t

PUNTO Nº 1Deformacion unitaaria que provoca flueancia del acero

Es = 2000000

0.0021Si

14.25

5.70

14.25

P # 0 M = 0 Suponiendo que todas las fibras tienen la deformacion unitaria igual a la máxima deformacion permitida en el concreto εu= 0-003 lo que es equivalente a que el eje neutro se encuentre en el infinito .

Eje neutro c = infinitoLuego

Fs1, Fs2, Fs3 = Fy = 4200 Kg/cm2Calculo de fuerzas de compresión en el concreto

P(Kg) Ŷ MC = 0.85x210 x 60x60 642600.00 0 0P1=As1.Fs 59854.82 27 1616080P2=As2.Fs 23941.93 0 0P3 =As3.F3 59854.82 -27 -1616080Pn = ΣP = 786251.57 ΣM = 0

PUNTO Nº 2El eje neutro es paralelo al eje X , Y coinsiden con el borde inferior de la seccion transversal de la columna. La deformacion unitaria en el borde inferior es la máxima admitida en el concreto έu =0.003

14.25

5.70

14.25

Calculo de las deformaciones unitarias

εs =Fy/Es

60 cm

3

3

27

27

As1=

As2=

As3=

60 cm

3

3

27

27

As1=

As2=

As3=

0.85F’c

έ1

έ2

έ3

0.003000

P1

P2

P3

51

t

έc = 0.003c = 60

β1 = 0,85 a = β1c = 51έ1 =0.003x57/60 0.00285 > 0.002έ2=0.003x30/60 0.0015 < 0.002έ3 =0.003x3/60 0.00015 < 0.002Esfuerzo en el acero Fs As = P =As.Fs Ŷ M =

Fs1 = Fy = 4200 14.25 59854.82 27 ###Fs2 = Es.έs2 3000 5.70 17101.38 0 0Fs3 = Es.έs3 300 14.25 4275.34 -27 -115434.30C = 0.85x210 x 60x51 ### 4.5 ###

ΣP = ### ΣM = ###PUNTO Nº 3

El eje neutro es paralelo al eje X y esta a 10 cm de borde inferiorde la sección transversal de la columna.

έc = 0.003c = 50a= 0.85*50 42.5

Deformacion unitaria:έ1 =0.003(50-3)/50 0.00282 > 0.002έ2 = 0.003*(50-30)/50 0.0012 < 0.002έ3 =0.003*(10-3)/50 0.00042 < 0.002

Fs As = P= Ŷ M =C = 0,85*F'c*c*a 455175.00 3.75 ###Fs1 = Fy = 4200 14.25 59854.82 27 ###Fs2 = Es.έ 2400.00 5.70 13681.10 0 0.00Fs3= Es.έ3 840 14.25 11970.96 -27 -323216.03

ΣP = 540681.89 ΣM = ###PUNTO Nº 4

En la falla balanceada:d = 57

c = 3d/5 34.2a = 0.85c 29.0760-29.07 30.93

10

42.5

έ1

έ2

έ3

50

P3

P2

P1

0.85F’c

As2

As3

As1

60 cm

0.003000

3

27

27

3

29.07έ1

έ2

0.003000

34.2P2

P1

0.85F’c

28.53

As2

27 As1

Deformacion unitaria:έ1=0.003(34,2-3)/34,2 0.0027 > 0.002έ2=0.003(34,2-30)/34,2 0.00036842 < 0.002έ3= 0.0026

As = Fs = P= Ŷ M=C = 311339.70 19.665 ###έ1 14.25 4200 59854.82 27 ###έ2 5.70 736.84 4200.34 0 0.00έ3 14.25 5210.53 74255.98 -27 ###

ΣP= 449650.84 ΣM= ###PUNTO Nº 5

Punto en que P = 0

Es= 2000000Es= 2000000 P1 = As P =

C = 0.85*210*60*0.85c 9103,5c 155407.57έ1 =0.003(c-3)/c 6*10^3(c-3)* 351.47 14.07 14.25 70474.68έ2 = 0.003*(30-c)/c 6*10^3(30-c) -351.47 12.93 5.7 -25901.26έ3 =0.003*(57-c)/c 6*10^3(57-c) -351.47 39.93 14.25 -199980.99

ΣP = 0 9,1035c^2+205,2c-6156 = 0; c1 = 17,0711 ΣP = 0.009103,5c+6*10^3(C-3)*14,25/c-6*10^3(30-c)*5,7/C-6*10^3(57-c Ŷ= t/2-a/2

17.071189 14.51M P kg-cm kg M P =

1 0 786251.57 100000 1000 0 786.252 3958590.87 627441.54 100000 1000 39.59 627.443 2999770.38 540681.89 100000 1000 48.74 540.684 5733663.88 449650.84 100000 1000 57.34 449.655 38035.1305384 0.00 100000 1000 0.38 2E-06

DIAGRAMA FINAL DE LA COLUMNA PRIMERA PLANTA

22.8

έ2

έ3 P3

P2

3

As2

As327

60 cm

30-c

ac-3

έ1

έ2

έ3

0.003000

57-c

P3

P2

P1

0.85F’c

28.5

3

3

As2

As327

27 As1 c

60 cm

c = a = 0.85c

0 10 20 30 40 50 60 700

100

200

300

400

500

600

700

800

900

0 10 20 30 40 50 60 700

100

200

300

400

500

600

700

800

900

Kg/m2

At =30.25 CV

P2/NivelAt*P2/Niv/1000Acumulada P(Tn)4.54 0.14 0.14 15.606.05 0.18 0.32 34.936.05 0.18 0.50 54.256.05 0.18 0.69 73.576.05 0.18 0.87 92.896.05 0.18 1.05 112.216.05 0.18 1.24 131.546.05 0.18 1.42 150.86

R (%) R f1

60 48.4 0.51660 60 0.460 60 0.460 60 0.460 60 0.460 60 0.4

Log total ( No de viga Columna34.55 4 Peso 0.65 Tn

23.625 5 Cantidad(col) 20Alto(col) 3 m

L=Long total en el eje X, Y por piso

448.97

L=Long total en el eje X, Y por piso

15058.6

relacion del recubrimiento hasta el centroide de la columna

El índice de estabilidad de un entrepiso esta dado por :

Σpu = Carga total mayorado en el entrepiso correspondiente al caso de carga horizontal para el cual Σpu es máximo.Vu = Corte total en el entrepiso.Δo = Desplazamiento relativo de primer orden entre piso superior y la parte inferior del entrepiso debido a Vu.Lc = Longitud de columna medido entre ejes de los nudo del piso .Si Q < 0.05 Pórtico indesplazable.

Ŷ M22.74 3534705

27 19028160 0

27 -5399487ΣM = 38035.13

DISEÑO DE COLUMNAS I) DISEÑO DE COLUMNAS SIN DESPLAZAMIENTO

DATOS : Carga P = 161.37 TnMomento M1 = 3.57 Tn-m

M2 = 11.24 Tn-mLong Colum L = 3 mConcreto F'c = 210 Kg/cm2Acero = Fy = 4200 Kg/cm2

Predimensionamento de la columna Para seccion cuadrada

Cuantia minima de columnas p min 0.02 0.04t= 32.30 60 d = t - 3 57

Suponiendo que sea indesplazableProbamos la esbeltez :Relaxion de ezbeltez KL/r K = 1

L L = 300 cmr = 0,29t = 17.4 0.29

Kl/r 17.2424 - 12(M1/M2) 20.19 mayor de17.24No se considera esbeltez

Calculo del area de acero con:Ag = 3600 cm2

δ = (t -2d')/t 0.9 0.9P/Ag 44.82 Kg/cm2

M2/Agt = 5.20 Kg/cm2Comparando el diagrama de interaccion hallo la cunatia p:

p = 0.01 0.02As = p*b*t 34.2 12Ø3/4'' As = 34 cm2

Verificacio para P: A's = 21.95P= Ø(0,85F'c(Ag - As) + FyAs) 546 161.37 okPara MM = 0,85*F'c*a*b(h/2 - a/2) - AsFs(d - h/2)+AsF's(h/2-d')F`s = F'c A's = Ac c = 0,59d 33.63

a = βc a = 0,60c 20.178M = 425206.7241 ok

COLUMNA CORTA ARRIOSTRADO(APLASTAMIENTO)K = 1KL/r 14.14 22 ( No esbelta)Mc = δM2Donde

0.727 0.73 Factor que relaciona el diagrama real de momentos con un diagrama equivalente de momento uniforme.

Pu = 161.37

>

> Pu

<

≥ 1

≥ 0.40=

Calculo de EII = 0.0108

β 0.804804.35

Calculo de K exactoViga = 30x60 1080.00 3.33

36003

Viga = 30x60 1080.00 1

36003 Entonces 3.33333

K = 0.82

6 5

7835.45

δ = 1Mc = 8.40 Tn-m

II) COLUMNA LARGA SIN DESPLAZAMIENTOCM 1,4*CM CV CV*1,7 CM + CV

P = 161.37 225.914 19.14 32.536 258.450 tnM2 = 1.24 1.736 2.21 3.757 5.493 tn-mM1 = 0.88 1.232 1.43 2.431 3.663 tn-mF'c = 210 Kg/cm2Fy = 4200 Kg/cm2L = 4.5 mCOLUMNA t = 60 0.6 d = 57

d = 57 d' = 3K = 1KL/r 25.86 22 ( es esbelta)Cálculo inicial de armaduraP/Ag = 71.79 Kg/cm2M/Agt = 2.54 Kg/cm2

0.9 0.9

p = 0.02As = 68.4 cm2

COLUMNA LARGA DESPLAZABLE(PANDEO)

VERIFICANDO LA ESVELTEZ

>

Lv = Lv =

Lc =

Lc =

Kc2 = I/L =

Kc1 = I/L =

Kv1 = I/L =

Kv2 = I/L =

Ψ =Kc1+Kc2/(Kv1+Kv2) =

G1 =

G2 =

KL/r = 25.86 mayor que 22 Columna largaMc = δM2

0.867

I=t^4/12 0.0108β = 0.80

4804.3482

G2 = 1.16G1 = 1K = 0.76L = 6 m

2280.37

δ = 1.02 factor de amplificaion de momentosMc = 5.61

Para δsM2s = 5.6316687δs = 1/(1-Q1.0041235Mtotal = 11.24P/Ag = 71.79 Kg/cm2M/AgT = 5.20 Kg/cm2y = (d-d')/ 0.95p= 0.02As = 68.4 cm2

CALCULO CON DESPLAZAMIENTOQ = 0.06 (SE TOMA)

Mc = 5.608542combinasion para sismo:

M∆ = 0,9(CM+S) 8.406

Ms = 1/(1-Q)*M∆ 8.9425532

Mt = Ms+Mc= 14.551095x = M/At 6.736618y = P/A =44.82419p = 0.01As= 34.2n = 12

δM2 =

ø3/4"

Factor que relaciona el diagrama real de momentos con un diagrama equivalente de momento uniforme.

MURO DE CONTENCION O MURO DE GRAVEDAD

4

1.20.7

3DATOS:altura H (m) = 4D = H/6 (m) 0.7 0.7

Enterramiento h (m) = 1.2Relleno Pendiente β = 0S. natural Υ (Tn/m3)= 1.75F'c (Tn/m2 2100 Ǿ = 15

PredimensionamientoPantalla Coronacion t = 0.3

Altura h' (m) = 3.33Base a = h'/50 0.1 m

b=t 0.30c = 0.89

a + b +c 1.26Zapata Altura D = H/6 0.7

Ancho L = 0.70H 3 3Punta =p 1/2D 0.75Talon = t L-t-(a + b) 2.13

VERIFICACION POR VOLTEOCalculo de las presiones laterales:El coeficiente de presion activa según Rankine es:

cos β = 1.0000cos Ǿ = 0.9659

coeficienteKa = 0.5888Pa=(γKH^2 4.06 Tn

UbC. Ph= HPh =Pacos 4.06 TnPv =Pasen 0.00 Tn

Area Peso(tn) Brazo Momento1 0.11 0.27 0.79 0.21

p

P

5

P Pv

Ph

H/3

m

2 1 2.40 0.97 2.323 1.49 3.57 1.41 5.054 1.49 2.61 1.71 4.465 1.87 4.48 1.5 6.72

Pv = 2.73 0.00ΣP = R 13.32 ΣMr 18.77

Mom. Volteo Mv 8.12ΣMr - Mv 10.64

Factor de Seguridad ΣMr/MV 2.31TRUE

VERIFICACION POR DESLIZAMIENTOCoeficiente de friccionf=tan(2Ǿ/3 0.176Fuerza de friccion Ff= R*f 2.35Fac. de Seguridad por deslizamiento.

Ff/Ph 0.58 FALSENeacesita agragar el empuje pasivoCalculo del empuje pasivo

β = 0Ǿ = 15

cosβ = 1cosǾ = 0.97Kp = 1.70

Pp = γKh^2/ 23.78F.deslizamif =tan(2Ǿ/ 0.18Fd= Rf 2.35Fs = (Pp+F 6.43 > 1,5 TRUELa mayor presion en la zapata debe ser menor de la capacidad resisente del suelo ∂ = 3.5Kg/ 35 Tn/m2

B = 1 M

L = 3Iy = bL^3/ 2.25A = B*L 3

Excentrici E' = L/6 0.50e = L/2-M/ 0.60 >0.5

las presiones sq1=R(1+e/ 9.78 <35 TRUEq2=R(1-e/L 0.90 <35 TRUE

Verificacion de esfuerzo de corte en la punta y talonEn el talon(verificacion por corte):

X = 2.13q= q1 + (q2-q1)*X/L 3.46V= q1X+(q2-q1)*X^2 14.13V permisible 54 TRUEDISEÑO POR FLEXIONPeralte efectivo d = hz -0,10 0.60Carga mayorada w1 = 1.6*q1*1 15.65

L/(1-3Tg(75))

>1.5

> 14.13

w2 =1.6*q2*1 1.44Variacion de carga

Variacion de cortante L = h

Variacion de momento

X W'1 (w2-w1)/L wx = V =0 15.65 -4.74 15.65 0.00

2.13 15.65 -4.74 5.54 22.611.53 15.65 -4.74 8.39 18.43

Por relleno w3=γhKsa 3.43 5.27Vt = V-W3 13.16 ok!

Calculo de acero en el talon MPor Presion de contacto 27.95Por relleno Mrll = W3*X^2/2 7.82Momento resultante Mr = Mx -Mrll 20.13

R=Mr/0.90Bd^2 62.13p=0.045(1-√1-2R/0.85F'c) 0.0016

pmin = 0.0020As=pBd 12.00

As=ø5/8 1.27 n = 9S 10.56

As=ø5/8" a 11 cmOK!

En la punta(verificacion por corte):X = 0.75

q= q2 - (q2-q1)*X/L 3.12V= q2X-(q2-q1)*X^2/ 3.17V permisible 54 TRUE

X W'2 (w2-w1)/L Wx2= V2 =0 1.44 -4.74 1.44 0.00

0.75 1.44 -4.74 4.99 2.410.08 1.44 -4.74 1.83 0.14

DISEÑO POR FLEXION

Calculo de acero en la punta MPor Presion de contacto 0.74

Momento resultante Mr = Mc 0.74 0.737344R=Mr/0.90Bd^2 2.28p=0.045(1-√1-2R/0.85F'c) 0.0001

pmin = 0.0020As=pBd 12.00

< Vp

> 3.17

As=ø1/2 1.27 n = 9S 10.56

As=ø1/2" a 11 cmOK!

La mayor presion en la zapata debe ser menor de la capacidad resisente

DISEÑO DE MURO DE TIPO CANTILIVER

Datos RellenoAngulo de friccion Ǿ = 15Suelo natural γ (Tn/m3= 1.75Altura total H (m) = 6Enterramiento hp (m) = 1.5Angulo de pendiente β = 0Sobrecarga q (Tn/m2)= 0.5Muro concreto F'c (Tn/m2) 2100 210

Acero Fy (Tn/m2) 42000Condicion de zona Zona sismicaPREDIMENCIONAMIENTO Se tomaCoronacion t= 0.30 ó H/1 0.5 0.5Base de pantalla a = t+H/48 0.63 0.60Altura de pantalla h = H - hp 4.5base de Zapata L=0.40H ó 0. 3.9 3.9Altura. Zapata d=H/12 ó H/1 0.60 0.60Punta B = L/3 1.30 1.50Talon c=L-(a+b) 1.80 1.80Aceleracion sismica (grado 8) (m/sAg(Zona 3)-E-0 0.4

I) Coef. Vert Cv =0.7Ag 0.28Coef. Hor. Ch =0.5Ag 0.2Ang. De Fri Ǿ = 15

δ = Ǿ/2 7.5β = 0α = 90Ө= 15.52

Sin sismo Ka = 0.36 Kp = 2.64000Con sismoKsa = 0.78 Ksp = 6.11000 Mv =Empuje sin sismo Pa =1/2ΥH^2Ka 11.34Ubicación de Pa Y = H/3 2.00 22.68Empuje con sismo Psa =½γH^2 (1-Cv)Ksa 17.69

Δpsa=Psa-Pa 6.35Ubicación de Psa y = 2H/3 4.00 25.40Empuje. Por sobrecarPsc =q*Ka 0.18Ubicación Y2 =H/2 3 0.54

Total Mv. 48.62II) VERIFICACION POR VOLTEOCalculo de las presiones laterales

AREA PESO Ŷ MOMENTO1 0.405 0.97 1.45 1.412 2.7 6.48 1.75 11.343 10.8 19.90 3.00 59.704 2.40 5.76 2.00 11.52

CALCULO DE LAS PRESIONES LATERALES

b

hp

hH

R = ΣP 33.11 ΣMr = 83.97Momento de volteo 48.62Factor de seguridad por volteo ΣMr/Mv = 1.73 > 1.5

ok!VERIFICACION POR DESLIZAMIENTOCoeficiente de fricciof = tan2Ǿ/3 0.18Fuerza de friccion F = R*f 5.84F. de empuje con sis Psa =Pa+Δpsa+Psc 17.87Factor de seguridad por deslizamieFs1 =F/Psa 0.33 <1.5 Necesita la intervencion de presion pasiva FALSEEmpuje pasivo con sismo Psp = ΥH^2Ksp/2 192.47Fuerza resistente Fr=Psp+F 198.30Factor de seguridad por deslizamieFs2 =Fr/Psa 11.10 > 1.5

ok!CALCULO DE LA PRESION DE CONTACTOMomento sobre la zapata M = Mr-Mv 35.35

X = M/R 1.07Excentricidad E'=L/6 e =L/2-M/R 0.88Presion en la punta q1=R(1+e/L)/A 20.02Presion en el talon q2=R(1-6e/L)/(1L) -3.04Capacidad resistente de suelo qa (Tn/m2)= 35 ok!DISEÑO POR FLEXIONPeralte efectivo d = hz -010 0.50Carga mayorada w1 = 1.6*q1*1 32.03

w2 =1.6*q2*1 -4.86Variacion de carga

Variacion de cortante

Variacion de momento

X W'1 (w2-w1)/L wx = V =0 32.03 -9.46 32.03 0.00

1.80 32.03 -9.46 15.00 42.331.30 32.03 -9.46 19.73 33.64

Por relleno w3=γhKsaB 6.14 7.99Por sobre carga w4=qB 0.5 0.65

Vt = V-W3-W4 25.01

Cortante admisible Va=0.53√F'cBd 38.40 25.01

X W'2 (w2-w1)/L Wx2= V2 =0 -4.86 -9.46 -4.86 0.00

1.50 -4.86 -9.46 9.33 3.351.00 -4.86 -9.46 4.60 -0.13

A distancia d de cara de pantalla

A distancia d de cara de pantalla

> OK!

Cortante admisible Va=0.53√F'cBd 38.40

Calculo de acero en el talon MPor Presion de contacto 42.69Por relleno Mrll = W3*X^2/2 9.95Por S.Carga Msc = W4*X^2/2 0.81Momento resultante Mr = Mx -Mrll-Msc 31.93

R=Mr/0.90Bd^2 141.91p=0.045(1-√1-2R/0.85F'c) 0.0037

pmin = 0.0020As=pBd 18.66

As=ø5/8 1.98 n = 9S 10.61

As=ø5/8" a 11 cmOK!

Calculo de acero en la punta MPor Presion de contacto -10.79

Momento resultante Mr = Mc -10.79 10.78598R=Mr/0.90Bd^2 47.94p=0.045(1-√1-2R/0.85F'c) 0.0012

pmin = 0.0020As=pBd 10.00

As=ø1/2 1.27 n = 8S 12.67

As=ø1/2" a 13 cmOK!

Variacion de carga w = B(qsc+γh)Ksaγ = 1.75 qsc = 0.50h = 4.5Ka = 0.36 Υka = 0.63Ksa = 0.78 γKsa = 1.37

wsc = we = ΥhKa wes =ΥhKas wt =Σw V= M0 0.18 0.00 0.00 0.18 0

1.50 0.18 0.95 2.05 3.17 2.51 1.583.00 0.18 1.89 4.10 6.17 9.52 11.814.5 0.18 2.84 6.14 9.16 21.01 29.94

Corte permisible Vp=0.53√F'cBa 0.00FALSE

VERTICALES do = -0.05C. interior 1.50 3.00 4.5

M = 1.58 11.81 29.94d= #DIV/0! #DIV/0! -0.10R #DIV/0! #DIV/0! 3327.19p #DIV/0! #DIV/0! #DIV/0!As #DIV/0! #DIV/0! #DIV/0!

Asmin #DIV/0! #DIV/0! -2Ǿ ≠ 4 4 4

As (Ǿ) 1.27 1.27 1.27numero #DIV/0! #DIV/0! -1.58

Espac. a#DIV/0! #DIV/0! -63.34 cmC. exteriorAs=2As/3 #DIV/0! #DIV/0! #DIV/0!

Ǿ ≠ 4 4 4As (Ǿ) 1.27 1.27 1.27

numero #DIV/0! #DIV/0! #DIV/0!Espac. a#DIV/0! #DIV/0! #DIV/0! cm

HORIZONTALESAs=0.0025As#DIV/0! #DIV/0! -2.5

Ǿ ≠ 4 4 4As (Ǿ) 1.27 1.27 1.27

numero #DIV/0! #DIV/0! -1.97Espac. a#DIV/0! #DIV/0! -50.67 cm

PH

H/2

P3

L

P4

H/3

d

PSC

t

P2

P1

RELLENOO

SOBRECARGA q