El documento detalla el diseño y cálculo de una placa base sometida a fuerzas axiales y momentos, utilizando el método de los estados límite según AISC 360-10 y ACI 318-14. Se incluyen especificaciones de materiales y cálculos para la sección de la columna, dimensiones de la placa base, y análisis de pernos de anclaje, así como verificación de condiciones de tracción y cortante. Finalmente, se evalúan las resistencias al arrancamiento y al corte, asegurando el cumplimiento de los requisitos de diseño en la edificación.

1. DISEÑO Y CALCULO DE PLACA BASE
FUERZA AXIAL Y MOMENTO.
EXENTRICIDAD GRANDE
METODO DE LOS ESTADOS LIMITE LRFD AISC 360-10
CALCULO DE PERNOS DE ANCLAJE
A.C.I 318 - 14
LIMA - PERU
https://youtu.be/qiJAZUcaQ7k
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3. Propiedades de los Materiales
Columna 6”* 9 Acero A-36 Fy= 2530 kg/cm2 Fu= 4080 kg/cm2
Placa Base: Acero A-36 Fy= 2530 kg/cm2 Fu= 4080 kg/cm2
Concreto : f´c = 210 kg/cm2 Resistencia a la Compresión
Características Geométricas de la Columna
Peralte de la Sección (d): 15.31 cm
Espesor del Alma (tw): 0.584 cm
Ancho del Ala (bf): 10.16 cm
Espesor del Ala (tf): 0.711 cm
𝐃𝐈𝐒𝐄Ñ𝐎 𝐃𝐄 𝐋𝐀 𝐏𝐋𝐀𝐂𝐀 𝐁𝐀𝐒𝐄

4. 𝐋 ሻ
𝐞𝐡(distancia horizontal del extremo de la placa base al eje del perno = 6.00 cm
𝐋 ሻ
ev(distancia vertical del extremo de la placa base al eje del perno = 6.00 𝐜𝐦
𝐜(distancia del eje del perno al eje del alma o ala del perfilሻ = 5.00 𝐜𝐦
𝐚(distancia de la placa base al concreto;verticalሻ = 5.00 𝐜𝐦
𝐛(distancia de la placa base al concreto;horizontalሻ = 5.00 𝐜𝐦
Área de la placa base:
𝐍 ≥ 𝐝 + 𝟐𝐜 + 𝟐𝐋𝐞𝐡
Solicitaciones Aplicadas a la Placa
Carga Axial (Pu): 3687.00 kg
Momento (Mu): 114297.00 Kg*cm
Corte (Vu): 2200.00 kg
N ≥ 15.31 cm + 2 ∗ 5.00 cm + 2 ∗ 6.00 cm
𝐍 ≥ 𝟑𝟕. 𝟑𝟏 𝐜𝐦
𝐁 ≥ 𝐛𝐟 + 𝟐𝐜 + 𝟐𝐋𝐞𝐯
B ≥ 10.16 cm + 2 ∗ 5.00 cm + 2 ∗ 6.00 cm
B≥ 𝟑𝟐. 𝟏𝟔 𝐜𝐦

5. 𝐀𝟏 = 𝐁 ∗ 𝐍
A1 = 37.31 cm ∗ 32.16 cm
𝐀𝟏 = 𝟏𝟏𝟗𝟗. 𝟖𝟗 𝐜𝐦𝟐
𝐀𝟐 = ( 𝐁 + 𝟐𝐚ሻ ∗ (𝐍 + 𝟐𝐛ሻ
𝐀𝟐 = 𝟏𝟗𝟗𝟒. 𝟓𝟗 𝐜𝐦𝟐
A2 = ( 37.31 cm + 2 ∗ 5.00 cmሻ ∗ (32.16 cm + 2 ∗ 5.00 cmሻ
N= 𝒎𝒂𝒙( 𝑨𝟏,𝑨𝟐ሻ
N= 1994.59 𝑐𝑚2
N=44.66 cm
B= 2/3 N
B= 2/3 * 44.40 cm
B= 29.77 cm
Dimensión de la Placa Base:
N=45.00 cm
B= 30.00 cm
Distancia entre Pernos ; Horizontal:
𝐒𝟏 = 𝐍 − 𝟐𝐋𝐞𝐡
S1 = 45.00 cm − 2 ∗ 6.00 cm
S1 = 33.00 cm
Distancia entre Pernos ; Vertical:
𝐒𝟐 = 𝐁 − 𝟐𝐋𝐞𝐯
S2 = 30.00 cm − 2 ∗ 6.00 cm
S2 = 18.00 cm

6. Excentricidad “e” y “e critico” :
𝐞 =
𝐌𝐮
𝐏𝐮
114297.00 kg ∗ cm
3687.00 kg 𝐞 = 𝟑𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
𝐟𝐩 𝐦𝐚𝐱 = 𝟎. ∅𝟖𝟓𝒇´𝒄 ∗
𝐀𝟐
𝐀𝟏
0.75 ∗ 0.85 ∗ 210 kg/𝑐𝑚2 ∗
1994.59 cm2
1199.89 cm2
𝐟𝐩 𝐦𝐚𝐱 = 𝟏𝟕𝟐. 𝟔𝟏 𝐤𝐠/𝐜𝐦𝟐
𝐪𝐦𝐚𝐱 = 𝐟𝐩 𝐦𝐚𝐱 ∗ 𝐁 172.61
kg
cm2 ∗ 29.77 cm 𝐪𝐦𝐚𝐱 = 𝟓𝟏𝟑𝟖. 𝟒𝟖 𝐤𝐠/𝐜𝐦
𝐞𝐜𝐫𝐢𝐭 =
𝐍
𝟐
−
𝐏𝐮
𝟐𝐪𝐦𝐚𝐱
44.66 cm
2
−
3687.00 𝑘𝑔
2 ∗ 5138.48 kg
𝐞𝐜𝐫𝐢𝐭 = 𝟐𝟏. 𝟗𝟕 𝐜𝐦
𝐞 = 𝟑𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦 > 𝐞𝐜𝐫𝐢𝐭 = 𝟐𝟏. 𝟗𝟕 𝐜𝐦 → "𝐒𝐞 𝐃𝐞𝐛𝐞 𝐃𝐢𝐬𝐞ñ𝐚𝐫 𝐥𝐚 𝐏𝐥𝐚𝐜𝐚 𝐁𝐚𝐬𝐞 𝐜𝐨𝐧 𝐌𝐨𝐦𝐞𝐧𝐭𝐨 𝐆𝐫𝐚𝐧𝐝𝐞"

7. 𝐋𝐨𝐧𝐠𝐢𝐭𝐮𝐝 𝐝𝐞 𝐀𝐩𝐨𝐲𝐨 "Y", 𝐓𝐞𝐧𝐬𝐢ó𝐧 𝐝𝐞𝐥 𝐏𝐞𝐫𝐧𝐨 "𝐓𝐮"
൥𝑓 +
𝑁
2
2
≥
ሻ
2𝑃𝑢(𝑒 + 𝑓
𝑞𝑚𝑎𝑥
para satisfacer la desigualdad:
𝐟 =
𝐍
𝟐
− 𝐋𝐞𝐡
44.66 cm
2
− 6.00 cm 𝐟 = 𝟏𝟔. 𝟑𝟑 𝐜𝐦
𝐘 = (𝐟 +
𝐍
𝟐
ሻ − (𝐟 +
𝐍
𝟐
ሻ𝟐−
ሻ
𝟐 𝐏𝐮(𝐞 + 𝐟
𝐪𝐦𝐚𝐱
(16.33 cm +
44.66 cm
2
ሻ − (16.33 cm +
44.66 cm
2
ሻ2−
ሻ
2∗ 3687.00 kg ∗ (31.00 cm + 16.33 cm
5138.48 kg
𝐘 = 𝟎. 𝟖𝟖 𝐜𝐦
𝐓𝐮 = (𝐪𝐦𝐚𝐱 ∗ 𝐘ሻ − 𝐏𝐮 (5138.48 kg/cm ∗ 0.88 cmሻ − 3687.00 kg 𝐓𝐮 = 𝟖𝟑𝟒. 𝟖𝟔 𝐤𝐠

8. 𝐄𝐬𝐩𝐞𝐬𝐨𝐫 𝐌𝐢𝐧𝐢𝐦𝐨 𝐝𝐞 𝐥𝐚 𝐏𝐥𝐚𝐜𝐚 𝐁𝐚𝐬𝐞
m =
N − 0.95d
2
n =
B − 0.8bf
2
45.00 cm − (0.95 ∗ 15.31 cmሻ
2
30.00 cm − (0.8 ∗ 10.16 cmሻ
2
𝐦 = 15.23 cm
𝐧 = 𝟏𝟎. 𝟗𝟒 𝐜𝐦
"Y" es menor que el max m, n ; entonces:
𝐭𝐩𝟏 𝐦𝐢𝐧 = 𝟐. 𝟏𝟏
𝐟𝐩 ∗ 𝐘 𝐧 −
𝐲
𝟐
𝐅 ሻ
𝐲(𝐩𝐥𝐚𝐜𝐚 𝐛𝐚𝐬𝐞
2.11
130.36
kg
cm2 ∗ 0.95 cm ∗ 10.94 cm −
0.95 cm
2
2530 kg/cm2
𝐭𝐩𝟏 𝐦𝐢𝐧 = 𝟏. 𝟓𝟏 𝐜𝐦
𝐟𝐩 =
𝐏𝐮
𝐁 ∗ 𝐘
3687.00 kg
29.77 cm ∗ 0.95 cm
𝐟𝐩 = 𝟏𝟑𝟎. 𝟑𝟔 𝐤𝐠/𝐜𝐦𝟐

9. 𝐭𝐩𝟐 𝐦𝐢𝐧 = 𝟐. 𝟏𝟏
𝐓𝐮 ∗ 𝐱
𝐁 ∗ 𝐅𝐲
𝐓𝐞𝐧𝐬𝐢𝐨𝐧 𝐞𝐧 𝐥𝐚 𝐜𝐚𝐫𝐚 𝐢𝐧𝐭𝐞𝐫𝐧𝐚
𝐱 = (𝐟 −
𝐝
𝟐
ሻ +
𝐭𝐟
𝟐
(16.33 cm −
15.31 cm
2
ሻ +
0.711 cm
2
𝐱 = 𝟗. 𝟎𝟑 𝐜𝐦
2.11
1194.56 kg ∗ 9.03 cm
29.77 cm ∗ 2530 kg/cm2
𝐭𝐩𝟐 𝐦𝐢𝐧 = 𝟎. 𝟔𝟖 𝐜𝐦
𝐄𝐥 𝐄𝐬𝐩𝐞𝐬𝐨𝐫 𝐌𝐢𝐧𝐢𝐦𝐨 𝐩𝐚𝐫𝐚 𝐥𝐚 𝐏𝐥𝐚𝐜𝐚 𝐁𝐚𝐬𝐞 = 𝟏. 𝟓𝟏 𝐜𝐦 → 𝟏. 𝟔𝟎 𝐜𝐦

10. 𝐑𝐄𝐐𝐔𝐈𝐒𝐈𝐓𝐎𝐒 𝐃𝐄 𝐃𝐈𝐒𝐄Ñ𝐎 𝐏𝐀𝐑𝐀 𝐀𝐍𝐂𝐋𝐀𝐉𝐄𝐒 𝐄𝐍 𝐂𝐎𝐍𝐂𝐑𝐄𝐓𝐎
Requisitos de 𝐃𝐢𝐬𝐞ñ𝐨 𝐩𝐚𝐫𝐚 𝐂𝐚𝐫𝐠𝐚𝐬 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧
1. 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐝𝐞𝐥 𝐀𝐜𝐞𝐫𝐨 𝐝𝐞 𝐮𝐧 𝐀𝐧𝐜𝐥𝐚𝐣𝐞 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧 (𝑵𝒔𝒂ሻ.
Características del Perno
A-36 Fy= 2530 kg/cm2 Fu= Futa 4080 kg/cm2
Diámetro 3/4” Área Neta = 2.85 cm2
Área Útil(Ase) = 2.16 cm2
𝑵𝐮 =
𝐓𝐮
𝒏
𝟐
=
834.86 kg
2
𝑵𝐮 = 𝟒𝟏𝟕. 𝟒𝟑 𝐤𝐠
∅Nsa = Ase ∗ futa 0.75 ∗ 2.16 cm2 ∗ 4080 kg/cm2
𝐍𝐬𝐚 = 𝟔𝟔𝟎𝟗. 𝟔𝟎 𝐤𝐠
𝑵𝐮 = 𝟒𝟏𝟕. 𝟒𝟑 𝐤𝐠 < 𝐍𝐬𝐚 = 𝟔𝟔𝟎𝟗. 𝟔𝟎. 𝟎𝟎 𝐤𝐠 → "𝑶𝑲"
∅𝐍𝐬𝐚 = 𝐀𝐬𝐞 ∗ 𝐟𝐮𝐭𝐚

11. 2. 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐚𝐥 𝐀𝐫𝐫𝐚𝐧𝐜𝐚𝐦𝐢𝐞𝐧𝐭𝐨 𝐝𝐞𝐥 𝐂𝐨𝐧𝐜𝐫𝐞𝐭𝐨 𝐝𝐞 𝐮𝐧 𝐀𝐧𝐜𝐥𝐚𝐣𝐞 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧 (𝑵𝒄𝒃𝒈ሻ.
Fuerza de Tracción sobre el Grupo de Pernos (𝑁𝑢𝑎𝑔ሻ.
N(uagሻ = Nu ∗ n 417.43 kg ∗ 2 𝐍𝐮𝐚𝐠 = 𝟖𝟑𝟒. 𝟖𝟔 𝐤𝐠
Distancia de Eje del Perno al Borde del Pedestal en “X” (𝐶𝐴1ሻ.
Ca1 = Leh + b 6.00 cm + 5.00 cm 𝐂𝐚𝟏 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
Distancia de Eje del Perno al Borde del Pedestal en “Y” (𝐶𝐴2ሻ.
Ca2 = Lev + a 6.00 cm + 5.00 cm 𝐂𝐚𝟐 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
Ca min = Valor Minimo Ca1 𝑦 Ca2 𝐂𝐚 𝐦𝐢𝐧 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
𝐍𝐜𝐛𝐠 = 𝛟
𝐀𝐧𝐜
𝐀𝐧𝐜𝐨
∗ 𝚿𝐞𝐜,𝐍 ∗ 𝚿𝐞𝐝,𝐍 ∗ 𝚿𝐜,𝐍 ∗ 𝚿𝐜𝐩,𝐍∗ 𝐍𝐛

12. Separacion entre ¨Pernos en el Eje “X” (𝑆1ሻ.
𝐒𝟏 = 𝟑𝟑. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
𝐒𝟐 = 𝟏𝟖. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
Separacion entre ¨Pernos en el Eje “Y” (𝑆2ሻ.
Longitud de Empotramiento Modificado (hefሻ
hef = mayor ∶
Ca1
3
;
Ca2
3
;
S1
3
;
S2
3
11.00 cm
3
;
11.00 cm
3
;
33.00 cm
3
;
18.00 cm
3
𝐡𝐞𝐟 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
Factor de Modificacion por Pernos Pre − instalados (Ψc,Nሻ
Factor de Modificacion por Pernos Post − instalados (Ψcp,Nሻ
𝜳𝐜,𝐍 = 𝟏. 𝟐𝟓
𝜳𝐜𝐩,𝐍= 𝟏. 𝟎𝟎
Factor de Modificacion por Efecto de Borde (Ψed,Nሻ
Si ca min ≥ 1.5 hef Ψed,N = 1.00
Si ca min < 1.5 hef
𝛹𝑒𝑑,𝑁 = 0.70 + 0.30 ∗
𝑐𝑎 𝑚𝑖𝑛
1.50 ℎ𝑒
0.70 + 0.30 ∗
11.00 cm
16.50 cm
𝚿𝐞𝐝,𝐍 = 𝟎. 𝟗𝟎

13. Area Proyectada de Superficie de Falla para Uno o un Grupo de Pernos (𝐴 Ncሻ
Si ca min ≥ 1.5 hef 𝐴 Nc = 𝑐𝑎1 + 1.50 ℎ𝑒𝑓 ∗ 3.00 ℎ𝑒𝑓
Si ca1 < 1.5 hef ; s1 < 3.00 hef 𝐴 Nc = 𝑐𝑎1 + 𝑠1 + 1.50 ℎ𝑒𝑓 ∗ 3.00 ℎ𝑒𝑓
Si ca1 y ca2 < 1.5 hef ; s1 𝑦 s2 < 3.00 hef 𝐴 Nc = 𝑐𝑎1 + 𝑠1 + 1.50 ℎ𝑒𝑓 ∗ 𝑐𝑎2 + 𝑠2 + 1.50 ℎ𝑒𝑓
𝐜𝐚 𝐦𝐢𝐧 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦 𝟏. 𝟓𝟎 𝐡𝐞𝐟 = 𝟏𝟔. 𝟓𝟎 𝐜𝐦 𝟑. 𝟎𝟎 𝐡𝐞𝐟 = 𝟑𝟑. 𝟎𝟎 𝐜𝐦 𝐒𝟏 = 𝟑𝟑. 𝟎𝟎 𝐜𝐦 𝐒𝟐 = 𝟏𝟖. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
11.00 cm + 33.00 cm + 16.50 cm ∗ 11.00 + 18.00 cm + 16.50 cm 𝐀 𝐍𝐜 = 𝟐𝟕𝟓𝟐. 𝟕𝟓 𝐜𝐦𝟐
Area Proyectada de Superficie de Falla para Uno solo Anclaje (𝐴 Ncoሻ
A Nco = 9 ∗ hef
2
9 ∗ 11.00 𝑐𝑚2 𝐀 𝐍𝐜𝐨 = 𝟏𝟎𝟖𝟗. 𝟎𝟎 𝐜𝐦𝟐

14. Factor de Modificacion por Pernos Para Grupo de Anclajes Sometidos a Cargas Excentricas de Tension (Ψec,Nሻ
Ψec,N =
1
1 +
2 𝑒´𝑁
3ℎ𝑒𝑓
1
1 +
2 ∗ 16.5 𝑐𝑚
3 ∗ 11.00 𝑐𝑚
𝚿𝐞𝐜,𝐍 = 𝟎. 𝟓𝟎
Ncbg = 𝜙
Anc
Anco
∗ Ψec,N ∗ Ψed,N ∗ Ψc,N ∗ Ψcp,N∗ Nb
Resistencia al Arrancamiento del Concreto (𝑁bሻ
kc = Coeficiente por Instalacion kc = 10 para Anclajes Pre − instalados , kc = 7 para Anclajes Pos − instalados
Factor de Modificacion para Concreto de Peso Normal (λa = 1ሻ
𝑁b = kc ∗ λa ∗ 𝑓´𝑐 ∗ ℎ𝑒𝑓
1.5
10.00 ∗ 1.00 ∗ 210 kg/cm2 ∗ 11.00 cm1.5 𝑵𝐛 = 𝟓𝟐𝟖𝟔. 𝟖𝟕 𝐤𝐠
0.75 ∗
2752.75 cm2
1089.00 cm2
∗ 1.25 ∗ 1.00 ∗ 0.90 ∗ 0.50 ∗ 5286.87 kg
𝐍𝐜𝐛𝐠 = 𝟓𝟔𝟑𝟕. 𝟗𝟓 𝐤𝐠
𝐍𝐮𝐚𝐠 = 𝟖𝟑𝟒. 𝟖𝟔 𝐤𝐠 < 𝐍𝐜𝐛𝐠 = 𝟓𝟔𝟑𝟕. 𝟗𝟓 𝐤𝐠 → "𝑶𝑲"

15. 𝟑. Resistencia a la Extracción por Deslizamiento en Tracción de un Anclaje
Preinstalado o Postinstalado de Expansión o con Sobreperforación en su Base(𝐍𝐩𝐧ሻ.
𝑵𝒖 = 𝟒𝟏𝟕. 𝟒𝟑 𝐤𝐠
Np = 8 ∗ Abrg ∗ f´c
Area de la Cabeza del Perno ∶ Abrg = 4.98 cm2
Resistencia a la Extraccion por Deslizamiento a la Traccion de un Perno con Cabeza Indivudual (𝑁pሻ
8 ∗ 4.98 cm2 ∗ 210 kg/cm2
𝐍𝐩 = 𝟖𝟑𝟔𝟔. 𝟒𝟎 𝐤𝐠
Factor de modificación por fisuras; para pernos donde no existen fisuras de cargasde servicio se considerará 1.4, caso contrario
considerar 1.0(Ψc,𝑃)
ϕNpn = Ψc,𝑃 ∗ N𝑃 0.75 ∗ 1.40 ∗ 8366.40 kg 𝐍𝐩𝐧 𝟖𝟕𝟖𝟒. 𝟕𝟐 𝐤𝐠
𝑵𝒖 = 𝟒𝟏𝟕. 𝟒𝟑 𝐤𝐠 < 𝐍𝐩𝐧 𝟖𝟕𝟖𝟒. 𝟕𝟐 𝐤𝐠 → "𝑶𝑲"
𝝓𝐍𝐩𝐧 = 𝜳𝐜,𝑷 ∗ 𝐍𝑷

16. 4. 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐚𝐥 𝐃𝐞𝐬𝐩𝐫𝐞𝐧𝐝𝐢𝐦𝐢𝐞𝐧𝐭𝐨 𝐋𝐚𝐭𝐞𝐫𝐚𝐥 𝐝𝐞𝐥 𝐂𝐨𝐧𝐜𝐫𝐞𝐭𝐨 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧
𝐞𝐧 𝐮𝐧 𝐀𝐧𝐜𝐥𝐚𝐣𝐞 𝐜𝐨𝐧 𝐂𝐚𝐛𝐞𝐳𝐚(𝑵𝒔𝒃𝒈ሻ.
Nsb = 13ca1 ∗ Abrg ∗ λa ∗ f´c ∗
𝜙𝑁𝑠𝑏𝑔 = 1 +
𝑠
6 𝑐𝑎1
* Nsb
λa ; Si Ca2 < 3Ca1; se debe multiplicar por el factor:
1 + ൗ
Ca2
Ca1;
4
sino sera 1
Ca2 = 11.00 cm < 3Ca1 = 33.00 cm 1 + ൗ
11.00 cm
11.00 cm
4
= 0.50
(13.00 ∗ 11.00 cm ∗ 4.98 𝑐𝑚2 ∗ 0.50 ∗ 210 kg/𝑐𝑚2 ሻ 𝐍𝐬𝐛 = 𝟐𝟑𝟏𝟐. 𝟐𝟑 𝐤𝐠
𝐍𝐮𝐚𝐠 = 𝟖𝟑𝟒. 𝟖𝟔 𝐤𝐠
0.75* 1 +
33.00 cm
6 ∗11.00 𝑐𝑚
*2312.23 kg 𝐍𝐬𝐛𝐠 = 𝟐𝟔𝟎𝟏. 𝟐𝟓 𝐤𝐠
𝐍𝐮𝐚𝐠 = 𝟖𝟑𝟒. 𝟖𝟔 𝐤𝐠 < 𝐍𝐬𝐛𝐠 = 𝟐𝟔𝟎𝟏. 𝟐𝟓 𝐤𝐠 → "𝑶𝑲"
𝝓𝑵𝒔𝒃𝒈 = 𝟏 +
𝒔
𝟔 𝒄𝒂𝟏
* 𝑵𝒔𝒃

17. 𝐑𝐞𝐪𝐮𝐢𝐬𝐢𝐭𝐨𝐬 𝐝𝐞 𝐃𝐢𝐬𝐞ñ𝐨 𝐩𝐚𝐫𝐚 𝐒𝐨𝐥𝐢𝐜𝐢𝐭𝐚𝐜𝐢𝐨𝐧𝐞𝐬 𝐚 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞
1. 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐝𝐞𝐥 𝐀𝐜𝐞𝐫𝐨 𝐝𝐞𝐥 𝐀𝐧𝐜𝐥𝐚𝐣𝐞 𝐒𝐨𝐦𝐞𝐭𝐢𝐝𝐨 𝐚 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞 (𝑽𝒔𝒂ሻ.
ϕVsa = Ase,V ∗ futa
𝑽𝒖 =
𝟖𝟏𝟓. 𝟎𝟎
𝟒
𝟐
𝐤𝐠 = 𝟒𝟎𝟕. 𝟓𝟎 𝐤𝐠
0.65 ∗ 2.16 cm2
∗ 4080 kg/cm2
Ase = Ase,V
𝝓𝐕𝐬𝐚 = 𝟓𝟕𝟐𝟖. 𝟑𝟐 𝐤𝐠
𝑽𝒖 = 𝟒𝟎𝟕. 𝟓𝟎 𝐤𝐠 < 𝝓𝐕𝐬𝐚 = 𝟓𝟕𝟐𝟖. 𝟑𝟐 𝐤𝐠 → "𝑶𝑲"
𝝓𝐕𝐬𝐚 = 𝐀𝐬𝐞,𝐕 ∗ 𝐟𝐮𝐭𝐚

18. 2. 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐚𝐥 𝐀𝐫𝐚𝐧𝐜𝐚𝐦𝐢𝐞𝐧𝐭𝐨 𝐝𝐞𝐥 𝐂𝐨𝐧𝐜𝐫𝐞𝐭𝐨 𝐝𝐞 𝐀𝐧𝐜𝐥𝐚𝐣𝐞𝐬 𝐚 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞 (𝑽𝒄𝒃𝒈ሻ.
𝐕𝐜𝐛𝐠 = 𝛟
𝐀𝐯𝐜
𝐀𝐯𝐜𝐨
∗ 𝚿𝐞𝐝,𝐕 ∗ 𝚿𝐜,𝐕 ∗ 𝚿𝐡,𝐕∗ 𝐕𝐛
Si ha < 1.50 ca1 𝐴 Vc = 3𝑐𝑎1 ∗ ℎ𝑎
Si ca2 < 1.50 ca1 𝐴 Vc = 1.50 ca1 ∗ 1.50 ca1 + ca2
Si ha < 1.50 ca1 ; s1 < 3.00 ca1 𝐴 Vc = 3𝑐𝑎1 + 𝑠1 ℎ𝑎
𝐡𝐚 = 𝟏𝟒. 𝟎𝟎 𝐜𝐦 𝟏. 𝟓𝟎 𝐜𝐚𝟏 = 𝟏𝟔. 𝟓𝟎 𝒄𝒎
𝐜𝐚𝟐 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
𝐀 𝐕𝐜 = 𝟕𝟏𝟒. 𝟎𝟎 𝐜𝐦𝟐
A Vc = 3 ∗ 11.00 cm + 18.00 cm ∗ 14.00 cm
Área proyectada de la superficie de falla sobre un lado del borde de concreto(𝐀𝐯𝐜ሻ.
𝑽𝐮𝐚𝐠 = 𝟒𝟎𝟕. 𝟓𝟎 𝐤𝐠
𝐜𝐚𝟏 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
Para un Cortante Perpendicular al borde sobre un Anclaje Individual

19. Área proyectada para un anclaje individual(𝐀𝐯𝐜𝐨ሻ.
𝐴 Vc𝑜 = 4.5 𝑐𝑎1
2
4.5 11.00 𝑐𝑚 2
𝐀 𝐕𝐜𝐨 = 𝟓𝟒𝟒. 𝟓𝟎 𝐜𝐦𝟐
Resistencia básica al arrancamiento del concreto (𝐕𝐛ሻ.
Vb = min; "a" y "b"
a; Vb = 0.60
𝑙𝑒 = ℎ𝑒𝑓
𝑑𝑎
0.20
∗ 𝑑𝑎 ∗ 𝜆 𝑎 ∗ 𝑓´𝑐 ∗ 𝑐𝑎1
1.50
b; Vb = 3.70𝜆 𝑎 ∗ 𝑓´𝑐 ∗ 𝑐𝑎1
1.50
0.60
15.24 cm
1.91 cm
0.20
∗ 1.91 cm ∗ 1.00 ∗ 210
kg
cm2 ∗ 11.00 cm 1.50 = 633.61 kg
3.70 ∗ 1.00 ∗ 210
kg
cm2 ∗ 11.00 cm 1.50 = 1956.14 kg
𝐕𝐛 = 𝟔𝟔𝟑. 𝟔𝟏 𝐤𝐠

20. Factor de modificación por efectos de borde(Ψed,Vሻ
Si : ca2 ≥ 1.50 ca1 Ψed,V = 1.00
Si : ca2 < 1.50 ca1 Ψed,V = 0.70 +
0.20 ca2
ca1
𝟏. 𝟓𝟎 𝐜𝐚𝟏 = 𝟏𝟔. 𝟓𝟎 𝒄𝒎
𝐜𝐚𝟐 = 𝟏𝟏. 𝟎𝟎 𝐜𝐦
0.70 +
0.20 ∗ 11.00 𝑐𝑚
11.00 𝑐𝑚 𝚿𝐞𝐝,𝐕 = 𝟎. 𝟗𝟎
Factor de modificación para concreto reforzado; considerar 1.0 para pernos en
concreto fisurado sin refuerzo, 1.2 para pernos en concreto fisurado con refuerzo
consistente
𝚿𝐜,𝐕 = 𝟏. 𝟐𝟎
Factor de modificación para pernos ubicados en un elemento de concreto (Ψh,Vሻ
Ψh,V =
1.50 ca1
ha
≥ 1.00 𝛹ℎ,𝑉 =
1.50 ∗ 11.00 𝑐𝑚
14.00 𝑐𝑚
≥ 1.00 𝚿𝐡,𝐕 = 𝟏. 𝟎𝟖
𝑉𝑐𝑏𝑔 = 0.65
714.00 𝑐𝑚2
544.50 𝑐𝑚2 ∗ 0.90 ∗ 1.08 ∗ 1.20 ∗ 663.61 𝑘𝑔 𝐕𝐜𝐛𝐠 = 𝟔𝟓𝟗. 𝟕𝟒 𝐤𝐠
𝑽𝒖 = 𝟒𝟎𝟕. 𝟓𝟎 𝐤𝐠 < 𝝓𝐕𝒄𝒃𝒈 = 𝟔𝟓𝟗. 𝟕𝟒 𝐤𝐠 → "𝑶𝑲"

21. 3. 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐚𝐥 𝐃𝐞𝐬𝐩𝐫𝐞𝐧𝐝𝐢𝐦𝐢𝐞𝐧𝐭𝐨 𝐝𝐞𝐥 𝐂𝐨𝐧𝐜𝐫𝐞𝐭𝐨 𝐩𝐨𝐫 𝐂𝐚𝐛𝐞𝐜𝐞𝐨 𝐝𝐞𝐥 𝐀𝐧𝐜𝐥𝐚𝐣𝐞 𝐒𝐨𝐦𝐞𝐭𝐢𝐝𝐨 𝐚 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞 (𝑽𝒄𝒑𝒈ሻ.
𝑽𝐮𝐚𝐠 = 𝟖𝟏𝟓. 𝟎𝟎 𝐤𝐠
Vcpg = kcp*Ncpg
kcp = Constante; = 1.00 si hef < 6.50 cm ; sino = 2.00
Ncpg = Ncvg
0.65 ∗ 1 ∗ 7517.27 kg 𝐕𝐜𝐩𝐠 = 𝟒𝟖𝟖𝟔. 𝟐𝟑 𝐤𝐠
Ncbg = Τ
5637.95 kg 0.75 = 7517.27 𝑘𝑔
∅Vcpg = kcp*Ncpg
𝑽𝒖 = 𝟖. 𝟏𝟓. 𝟎𝟎 𝐤𝐠 < 𝝓𝐕𝒄𝒑𝒈 = 𝟒𝟖𝟖𝟔. 𝟐𝟑 𝐤𝐠 → "𝑶𝑲"

22. 𝐈𝐧𝐭𝐞𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧 𝐝𝐞 𝐥𝐚𝐬 𝐅𝐮𝐞𝐫𝐳𝐚𝐬 𝐝𝐞 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧 𝐲 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞
𝐒𝐢
𝐍𝐮𝐚
∅𝐍𝐧
≤ 𝟎. 𝟐𝟎 𝐩𝐚𝐫𝐚 𝐥𝐚 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐪𝐮𝐞 𝐆𝐨𝐛𝐢𝐞𝐫𝐧𝐞 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧, 𝐄𝐧𝐭𝐨𝐧𝐜𝐞𝐬 𝐬𝐞 𝐏𝐞𝐫𝐦𝐢𝐭𝐞 𝐔𝐬𝐚𝐫
𝐥𝐚 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐓𝐨𝐭𝐚𝐥 𝐩𝐨𝐫 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞 ∅𝐕𝐧 ≥ 𝐕𝐮𝐚
𝐒𝐢
𝐕𝐮𝐚
∅𝐕𝐧
≤ 𝟎. 𝟐𝟎 𝐩𝐚𝐫𝐚 𝐥𝐚 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐪𝐮𝐞 𝐆𝐨𝐛𝐢𝐞𝐫𝐧𝐞 𝐞𝐧 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞 , 𝐄𝐧𝐭𝐨𝐧𝐜𝐞𝐬 𝐬𝐞 𝐏𝐞𝐫𝐦𝐢𝐭𝐞 𝐔𝐬𝐚𝐫
𝐥𝐚 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐓𝐨𝐭𝐚𝐥 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧 ∅𝐍𝐧 ≥ 𝐍𝐮𝐚
𝐒𝐢
𝐕𝐮𝐚
∅𝐕𝐧
> 𝟎. 𝟐𝟎 𝐩𝐚𝐫𝐚 𝐥𝐚 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐪𝐮𝐞 𝐆𝐨𝐛𝐢𝐞𝐫𝐧𝐞 𝐞𝐧 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞 𝐲
𝑵𝐮𝐚
∅𝑵𝐧
> 𝟎. 𝟐𝟎 𝐩𝐚𝐫𝐚 𝐥𝐚 𝐑𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐪𝐮𝐞
𝐆𝐨𝐛𝐢𝐞𝐫𝐧𝐞 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧, entonces:
Nua
∅Nn
+
Vua
∅Vn
≤ 1.20
429.43 kg
6609.60kg
= 0.065 ≤ 0.20; 𝐒𝐞 𝐏𝐞𝐫𝐦𝐢𝐭𝐞 𝐔𝐬𝐚𝐫 𝐋𝐚 𝐫𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐓𝐨𝐭𝐚𝐥 𝐞𝐧 𝐂𝐨𝐫𝐭𝐚𝐧𝐭𝐞
815.00 kg
5728.32 kg
= 0.142 ≤ 0.20; 𝐒𝐞 𝐏𝐞𝐫𝐦𝐢𝐭𝐞 𝐔𝐬𝐚𝐫 𝐋𝐚 𝐫𝐞𝐬𝐢𝐬𝐭𝐞𝐧𝐜𝐢𝐚 𝐓𝐨𝐭𝐚𝐥 𝐞𝐧 𝐓𝐫𝐚𝐜𝐜𝐢𝐨𝐧