Download - DISENO DE EDIFICIO PARA OFICINA

DISEÑO DE EDIFICIO PARAOFICINAS.

ESPECIFICACIONES:

EDIFICIO DE TRES NIVELES CON RECUBRIMIENTO DE

MOZAICO

LA LOSA SERA ALIGERADA CON CASETONES DE 50 X 50 X 25 Y

NERVADURAS DE 11 CM EN AMBOS SENTIDOS Y UN ESPESOR DE

LA CAPA DE COMPRESIÓN DE 5 CM.

LOS MUROS EXTERIORES SON DE BLOCK TIPO SEMI-PESADO DE

15 X20 X 40 CM, ASENTADO CON MORTERO CEMENTO – ARENA

DE 2 CM DE ESPESOR.

LOS MUROS INTERIORES SON DE TABIQUE COMUN DE 5X14X25

CM ASENTADOS CON MORTERO CAL - ARENA CON DOS CM

DE JUNTAS.

EN EL NIVEL TRES TENDRA UN PRETIL DE 50 CM DE ALTURA Y

ELABORADO CON TABIQUE COMUN Y APLANADO DE MORTERO

CEMENTO – ARENA DE 2CM.

EN AZOTEA EL ACABADO SERA DE LOSETA SOBRE UN RELLENO

DE TIERRA BLANCA CON UN ESPESOR MEDIO DE 12 CM.

CARGAS DE DISEÑO:

CARGA MUERTA

CARGA VIVA

CALCULO DEL PESO DE LOS MUROS EXTERIOR E INTERIOR

MURO EXTERIO: BLOCK SEMIPESADO(15X20X40CM)

HILADAS HORIZONTALES=100/22=4.545

HILADAS VERTICALES=100/42=2.381

T0TAL DE PIEZAS DE BLOCK=4.545 + 2.381 = 10.82

JUNTAS DE 2 CM

PESO BLOCK = (10.82*11.50)=124.43 Kg /m2

PLANTA DEL EDIFICIO EALZADO DEL MARCO

PESO CONCRETO = (0.11)(0.17)(0.22)(2)(2.381)(4.545)(2400) = 213.7

Kg / m2

VOLUMEN MEZCLA EN UNA HILADA HORIZONTAL

(1)(0.15)(0.02)-(0.11)(0.17)(2)(2.381)(0.02) = 0.0012 M3

VOLUMEN MEZCLA EN UNA HILADA VERTICAL

(1)(0.15)(0.02)=0.0030 M3

VOLUMEN DE LA MEZCLA

(0.0030)(2.381) + (0.0012)(4.545) = 0.0126 M3

PESO DE LA MEZCLA = 0.0126(2000) = 25.19 Kg / M2

PESO APLANADO CEMENTO – ARENA 2 CM = 40 Kg / M2

PESO APLANADO CAL – ARENA 2 CM = 30 Kg / M2

PESO TOTAL DEL MURO = 213.7 + 124.43 + 30 + 25.19 = 440 Kg / M2

PESO MURO INTERIOR : TABIQUE COMUN (5X14X25CM)

TOTAL DE PIEZAS = 100 / 27 + 100 / 7 = 52.9

VOLUMEN DE UNA PIEZA = (0.05)(0.14)(0.25) = 0.00175 M3

PESO DE UNA PIEZA = (0.00175)(1500) =2.625 Kg

PESO DE UN METRO DE TABIQUE = (2.625)(52.9) = 138.9 Kg

VOLUMEN DE 1M2 = (1)(1)(0.14) = 0.14 M3

VOLUMEN DE MORTERO = 0.14 – 52.9 (0.00175) = 0.0474 M3

PESO DEL MORTERO = 0.0474(1500) = 71.1 KG

PESO APLANADO = 1500(0.02)(2) = 60 KG

PESO TOTAL DE 1M2 MURO : 60 + 13.9 + 71.1 = 270 KG / M2

ESTIMACIÓN DEL PESO DE LA LOSA (ALIGERADA)

ESPESOR DE LA CAPA DE COMPRESIÓN = 5 CM

CASETONES DE 50 X 50 X 25 CM

NERVADURAS DE 11 CM

VOL. TOTAL = (0.5 + 0.11)2 (0.30) = 0.112 M2

VOL. CASETON = 0.5 X 0.5 X 0.25 = 0.075 M3

VOL. CONCRETO = 0.112 – 0.075 = 0.037 M3

PESO =

CARGA MUERTA Y VIVA POR NIVEL

NIVEL 1

CARGA MUERTA:

ENTORTADO CEM.- ARENA 3 CM (nivelacion piso) = 60 Kg / M2

MOSAICO = 35 KG / M2

LOSA = 244 KG / M2

CARGA MUERTA = 60 + 35 + 244 = 339 350 KG / M2

CARGA VIVA:

TABLERO 6 X 6 120 + 200 KG / M2

NIVEL 2

ESTE NIVEL ES IGUAL AL NIVEL 1 POR LO TANTO:

CARGA MUERTA =350 KG / M2

CARGA VIVA = 200 KG/ M2

NIVEL 3

CARGA MUERTA:

ENTORTADO CEMENTO – ARENA 2 CM = 40 KG / M2

LOSETA = 30 KG / M2

ASIENTO CAL – ARENA 2 CM = 40 KG / M2

RELLENO TIERRA BLANCA = (0.12)(1400) = 168 KG / M2

LOSA = 244 KG / M2

CARGA MUERTA = 550 KG / M2

CARGA VIVA:

PARA AZOTEAS CON PENDIENTE MENOR DE 5 % :

CARGA VIVA = 100 KG / M2

EVALUAR CARGAS VERTICALES PARA LA COLUMNA 4 – A

ENTREPISO:

CARGA MUERTA= 370 KG / M2

CARGA VIVA = 350 KG / M2

AREA TRIBUTARIA = 3 X 3 = 9 M2

CM = 9(370) = 3330 KG

CV = 9(350) = 3150 KG

AZOTEA:

CM = 550(9) = 4950 KG

CV = 100(9) = 900 KG

CARGAS SÍSMICAS:

CARGA MUERTA

ENTREPISO=3350 KG

AZOTEA=4950 KG

CARGA VIVA

ENTREPISO=810 KG

AZOTEA = 630 KG

COMBINACIONES

PU1 = 1.4 CM = 1.4 (4950 + 3330 ) = 11.59 TON.

PU2 = 1.2 CM + 1.6 CV = 1.2 (3330 + 4950) +1.6(3150 + 900)= 16.42

TON. RIGE

PU3 = 1.2 CM + 1 CS + 0.5 CV = 1.2 (8280) + 1(810 + 630) +

0.5(3150 + 900) = 13.40 TON.

POR LO TANTO PU= 16.42 TON.

CALCULO DE LAS FUERZAS SÍSMICAS

C = 0.4

Q = 3

Fi =

CARGAS SÍSMICAS VIVAS

ENTREPISO=90 KG

AZOTEA=70 KG

CS = C / Q= 0.4 / 3 =

0.13

CARGAS SÍSMICAS MUERTAS

LOSA =244 KG

ACABADOS=120 KG

ENTREPISO = 90 + 370 = 460 KG

AZOTEA = 70 + 550 = 620 KG

W1 =W2 = 460(324) = 149 TON

W3 = 620(324) = 200 TON

NIVEL Wi Hi Wihi Fi Vi1 149 3.5 536.4 9.36 36.652 149 7 1072.8 18.36 53.383 200 10.5 2100 36.65 64.74= 498 3709.2

F1=

Ee

V1=F3 = 36.65 TON

V2 = F3 + F2 = 36.65 + 18.73 TON

36.5

53.39

64.74

V3 = F3 + F2 + F1 = 36. 65 + 18.73 + 9.36 = 64.74 TON

CADA MARCO TOMARÁ

64.74 / 4 = 16.185 TON

3V = 16.185

V= 5.40 TON

POR SIMETRIA GEOMETRICA Y DE CARGAS:

MSX=MSY = 2.7 T-MAT= (6*6)/4= 9 M2

Wu= 1.4(370+350)=1008 KG / M2

PESO TOTAL SOBRE LA VIGA = 9(1.008)=9.08 T

qu = 9.08 / 6 = 1.51 T/M

MUX=MUY=

PU=16.42 T MUX=MUY=4.54 T-M MSX=MSY=2.7 T-MEVALUAR CARGAS VERTICALES PARA LA COLUMNA 3-B

AREA TRIBUTARIA = 6 X 6= 36 M2

ENTREPISO:CM=250+120=370(36) = 13320 KGCV = 350(36)=12600 KGAZOTEA:CM=550(36)=19800 KGCV =100(36)=36000 KG

CARGAS SÍSMICAS:CARGA MUERTAENTREPISO=13320 KGAZOTEA=19800 KGCARGA VIVAENTREPISO=(36*90)=3240 KGAZOTEA=36*70=2520 KG

COMBINACIONESPU1=1.4(13320+19800)=4.64 TPU2=1.2(13320+19800)+1.6(12600+3600)=65.66 RIGEPU3=1.2(13320+19800)+(3240+2520)+0.5(12600+3600)=53.62 T

PESO TOTAL SOBRE LA VIGA =36(1.008)=36.29 Tqu=36.29/6=6.05 T/MMux=MUY=(6.05*62)/(12)=18.14 T-MMSX=MSY=4.54 T-M

PU=65.66 TMUX=MUY=18.14 T-MMSX=MSY=4.54 T-M

POR LO TANTO NOS DAMOS CUENTA QUE ESTA ES LA COLUMNA MAS CRITICA,PARA LA CUAL DISEÑAREMOS EN NUESTRO PROYECTO.

DISEÑO DE LA COLUMNA 3-B

DATOS

PU = 65.66 TMUX=18.14 T-MMUY =18.14 T-MMSX=4.54 T-MMSY =4.54 T-ML=3.5MKX=KY=1

PROPONIENDO UNA SECCION W14 X145

A=273.5 CM2

rx= 16.1 cmry= 10.1 cmsx = 3802 cm3

sy=1431 cm3

zx=4261 cm3

zy=2179cm3

(kx*lx)/rx =(1*350)/16.1=21.74 < 200 o.k(ky*ly)/ry=(1*350)/10.1= 34.61 < 200 0.k

COMO Lr > Lb > Lp LA SECCION FALLA EN EL LIMITE INELASTICO

PANDEO LOCAL

PATIN=(bf / 2) / tf < 545/(FY)1/2

PATIN=((39.4/2)/2.77)=7.11 < 10.84 O.K

ALMA= h / tw = ((d-2k)/tw) < r=

Alma=( ( 37.3 – 2 ( 4.4 ) ) / 1.75 ) = 16.29 < 42.19

NO HAY PROBLEMAS DE PANDEO LOCAL

c = 0.01121 (34.61) = 0.388 < 1.5

Lp=(2517*(10.1))/(2530)1/2=5.05mLr=2lp=10.11mLb=3.5m

Fcr = (0.685)(0.388)2)2530= 2375.5 KG / CM2

Fcritreal=O.85(2375.5)=2019.18 KG / CM2

Pcritreal=2019.18(273.5.18)=552.24 T

Pu / Pcritreal = USAR FORMULA B

Mpx=Zx Fy = (4261*2530) = 107.8 T-M

Mpy=Zy Fy = (2179 * 2530) = 55.13 T-M

Mrx = Sx(Fy-704) = 3802 ( 2530-704) = 69.42 T-M

Mry = Sy(Fy-704)= 1431(2530-704) =26.13 T-M

Cmx=Cmy = 0.6-0.4(M1/M2)= 0.6-0.4(-22.68/45.36)=0.8

F’CRIT=Fy/2=2530/(0.388)2=16805.72 KG/ CM2

P’CRIT=A * F’CRIT =(273.5)(16805.72)=4596.36 T

AT =6(18)=108 cm2

PESO ENTREPISO = 108(16.42)=1773.36 T

PESO AZOTEA = 108(13.4) = 1447.2 T

Pux = Puy = 1773.36 + 1447.36 = 3220.56 T

1x=1y= < 1

1x=1y= 1

2X=

2y=

MOMENTOS AMPLIFICADOS

Mux=(1)(4.54)+(1.37)(18.14)=29.39 T-M

Muy=(1)4.54+(1.21)(18.14)=26.49 T-M

COOM Lb > Lp LA SECCION SE PLASTIFICA:

Mnx=Mpx

Mny=Mpy

< 1 O.K

EVALUAR CARGAS VERTICALES PARA LA VIGA V-1 LOCAIZADA EN EL TRAMO

2-3 EJE B.

ENTREPISO

CM=370 KG / M2

CV= 350 KG / M2

At= 18 M2

CM=18(370)=6660 KG

CV=18(350)=6300 KG

COMBINACIONES

PU1=1.4 CM=1.4(6660)=9.32 T

PU2=1.2C M +1.6CV=1.2(6660)+1.6(6300)=18.07 T RIGE

qu=18.07/6=3.01 T/M

Mu=WL2/12=((3.01)(6)2)/12=9.04 T-M

Mux= Muy=9.04 T- M

Msx= Msy=4.54 T- M

DISEÑO DE LA VIGA V-1

DATOS

Mu=9.04 T- M

Msx= Msy=4.54 T- M

Pu=18.06 T

PROPONIENDO UNA SECCION W 12 X 152

A=288.315 C M2

d=34.82 CM

bf=31.7 C M

(bf/2)/tf=4.5

Zx=3982 C M3

Zy = 1818 CM3

Rx=14.37 C M3

RY=8.1 CM3

KxLx/rx=(0.65*600) / 14.37=27.13

KyLy/ry=(0.65*600) / 8.1 = 48.15

c=0.01121(48.15)=0.54

Fcr=(0.658)(0.54)2(2530)=2239.3 KG

Pcr=0.85(2239.3)(288.32)=548 T

Pu/c Pn=18.06/548=0.03 < 0.2 usar EC. B

Mpx=100.74 T- M

Mpy=45.79 T- M

Sx=3125CM3

Sy=1393 CM3

Lb=6M

Lp=

Lr=2Lp=2(4.05)=8.1MLr > Lb > Lp RANGO INELASTICO

Mrx=79.06 T- M

Mry=35.2 T- M

Cb=1

Mnx=(1) (100.74-(100.74-79.06) ) =90 T- M

Mny=(1)(45.9-(45.9-35.2)

< 1 O.K

DISEÑO DE UNION VIGA – COLUMNA

DATOS:

SOLDADURA E7010

Mu = (qu L2) / 12 = 03 T-M

MUT = 9.03 + 4.54 =13.57 T- M

Vu= T-M

Tu=MUT/d= T

Tc=1 CM

LG=0.7071(1)=0.7071 CM

falla=0.45(70/36)2530=2214 kg / cm2

CALCULO DE LCV

LCV= 77 8 cm

CALCULO DE LCT

LCT=

COMPROBACIÓN:

T= Kg / cm2

= Kg / cm2

R= Kg / cm2

R =1555.72 < PERM. 2214 O.K

A=25(2)(1)+8(2)=66cm2

Ix=(1/12(25)(1)3+25(1)(17.41)2)(2)+(1/12(1)(8)3)(2)Ix=15244.91 cm4

Iy=(1/2(1)(25)3)(2)+(1/12(8)(1)3+(8)(0.5)2)(2)

DISEÑO DE UNION COLUNA – PLACA BASE

Pu=65.66 T

Mux=Muy=22.68 T- M

qu= 3.01 T/ m

Momento de diseño según ACI

USANDO UNA W 14 X 145

V=

MG=((3.01)(0.375)2)/12 +4.54 = 4.58 T-M

VX=VY=

VR=

Tu=

Tc=1 CM

PER=0.45(70/36)2530=2214 KG / CM2

LCV=

LCT=

COMPROBACION:

A=(35)(2)+6(2)=82 CM2

Ix=(1/12(35)(1)3+35(1)(18.77)2)(2)+(1/12(1)(6)3)(2)=24703.74CM4

Iy=(1/12(1)(6)3)(2)+(1/12(6)(1)3+6(1.86)2)(2)=78.52CM4

T= Kg / cm2

= Kg / cm2

R= Kg / cm2 < 2214 Kg / cm2

O.K

DISEÑO DE LA PLACA BASE

Pu=65.66 T

Mux=Muy=22.68 T-M

F’c =300 Kg / cm2

A=d+20=37.3+20=57.3 60 cm

B=bf+20=39.4+20=59.4 60 cm

Ix=Iy=1/12(60)(60)3 = 1080000 cm4

1= Kg / cm2

2= Kg / cm2

3= Kg / cm2

0.5 F’c18.24+63(2)=144.24 < 150 O.K

DISEÑO DE LA PLACA BASEqu=144.24 Kg / cm2

Mu= Kg / cm2

t= =2.18 cm 1”

DISEÑO DE ANCLAS

T1=T2=

Usando anclas de 1 3/8” con capacidad de carga de 12.2

T C/UNUM.DE ANCLAS = 45.36/12.2 = 4

TTOTAL= T1 + T2 = 45.36 + 45.36 = 90.72 T

Como cada ancla soporta 12.2 T < 90.72 T, entonces

debemos buscar un ancla con una capacidad mayor.

AREA NEC.ANCLA=(90720)/(0.6*2530)=59.76 cm2

USAR ANCLAS DE = 3 ½”

REVISION POR CORTANTE

Vx=Vy=

VR=

18.33/12=1.53 T

R=

COMO LA CORTANTE ES MENOR QUE LA FUERZA DE TENSIÓN

PUEDE DESPRECIARSE EN EL ANÁLISIS.

DISEÑO DE LA ZAPATAPSERV.=Pu / 1.5 = 65.66 / 1.5= 43.77 T

A= 43.77/10=4.38

a= =2 mZAPATA CUADRADA DE 2 X 2 m

qult= 1.5(8)=12 T

Mu =

As=

= > min

Ast=0.0018(100)(15)=2.7cm

At=6.77+2.7=9.47cm2

Usando varillas de 5/8 2cm2

# varillas = (9.47 / 2) = 5 del # 5 20 cm

REVISIÓN POR CORTANTEVu=ql= 12(0.8)=9.6 T

Vc=0.85(0.53) (100)(15)=11.7 ton.

Vc > Vu O.K

REVISION POR PENETRACION

Area de falla por penetración

Ap = (65)(4)(15)=3900 cm2

perrm.=2(0.85)(0.53) (100)(15)=23.41 T

Vperm.=3900(23.41)=91.29 T

A= (200)2-(65)2=3.58cm2

Vu=3.58(12)=42.96 T

Vperm. > Vu O.K

DISEÑO DE LA CONTRATRABE

=

AS(-)=0.009(30)(50)=13.5 cm2

USAR VARILLAS DEL # 6 As=2.85 cm2

VARILLAS DEL # 6 CORRIDAS

As(+)=(0.5)(13.5)=6.75 cm2

USAR VARILLAS DEL # 5 As=2 cm2

VARILLAS DEL # 5 CORRIDAS

CHECAR CORTANTE

Vu=

Vc=0.85(0.53) (30)(50)=11.7 T

Vc > Vu O.K

DISEÑO DE LOSA DE ESQUINA

RELACION a / b = 6 / 6 = 1 LOSA EN DOS DIRECCIONES

m= b / a = 6 / 6 = 1

DONDE :

a= LADO CORTO , b=LADO largo

CASO II : NO MONOLÍTICA

Lado largo = lado corto

(-)disc.=190=Mu=

(-)cont:=364=Mu=

(+)=153=Mu=

MR=bd2f’cW(1-0.59 W)

11400 = (12)(22)2(200)W(1-0.59W)

W=0.209

=

As(-)=(0.0099)(12)(22)=0.8712 cm2

Se utilizaran 2 # 3


21800=(12)(22)2(200)W(1-0.59)

W=0.0189

=0.0009 < min min=0.0033

As(-)=0.0033(12)(22)=0.8712cm2 2 VAR. # 3


9150=(12)(22)2(200)W(1-0.59)

W=0.0078

=0.00037 < min =0.0033

As(+)=(0.0033)(12)(22)=0.8712cm2 2 var. # 3

VR=0.85(0.53) (12)(22)=11.89 T

Vu=

COMO VR > Vu NO SE REQUIEREN ESTRIBOS.

POR REGLAMENTO:

S=d/2=22/2=11 10 cm

E 10 cm. ARREGLO DE LOSA