calculo puente colgante víctor raú 1.30l

MEMORIA DE CALCULO - DISEÑO DE PUENTE COLGANTE

PUENTE PEATONAL VICTOR RAULDATOS

LUZ L = 22.60 mFLECHA F = 2.30 mCONTRAFLECHA f = 0.50 mANCHO LIBRE A = 1.00 mSEPARACION ENTRE VIGUETAS L1 = 2.00 mSEPARACION ENTRE LARGUEROS L2 = 0.50 mSOBRECARGA REPARTIDA S = 150.00 Kg/m2IMPACTO I = 25 %ANGULO DE FRICCION INTERNA DEL RELLENO Ø = 35 °

PESO ESPECIFICOMATERIAL DE RELLENO Wr = 1.800 Ton/m3TORRE MARGEN IZQUIERDA Wi1 = 1.530 Ton/m3CAMARA ANCLAJE MARGEN IZQUIERDA Wi2 = 1.561 Ton/m3TORRE MARGEN DERECHA Wd1 = 1.755 Ton/m3CAMARA ANCLAJE MARGEN DERECHA Wd2 = 1.765 Ton/m3CONCRETO ARMADO Wca = 2.400 Ton/m3CONCRETO CICLOPEO Wcc = 2.300 Ton/m3

ANGULO DE FRICCION INTERNA DEL SUELOTORRE MARGEN IZQUIERDA Øi1 = 25 °CAMARA ANCLAJE MARGEN IZQUIERDA Øi2 = 25 °TORRE MARGEN DERECHA Ød1 = 21 °CAMARA ANCLAJE MARGEN DERECHA Ød2 = 21 °

COHESION DEL SUELOTORRE MARGEN IZQUIERDA Ci1 = 0.20 Kg/Cm2CAMARA ANCLAJE MARGEN IZQUIERDA Ci2 = 0.28 Kg/Cm2TORRE MARGEN DERECHA Cd1 = 0.42 Kg/Cm2CAMARA ANCLAJE MARGEN DERECHA Cd2 = 0.29 Kg/Cm2

RESISTENCIA ULTIMA DEL TERRENOTORRE MARGEN IZQUIERDA Qi1 = 0.900 Kg/Cm2CAMARA ANCLAJE MARGEN IZQUIERDA Qi2 = 1.220 Kg/Cm2TORRE MARGEN DERECHA Qd1 = 1.370 Kg/Cm2CAMARA ANCLAJE MARGEN DERECHA Qd2 = 1.400 Kg/Cm2

COEFICIENTE FRICCION ALBAÑILERIA - ALBAÑILERIA F1 = 0.700COEFICIENTE FRICCION ALBAÑILERIA - ARCILLA HUMEDA (F = tan Ø)

TORRE MARGEN IZQUIERDA Fi1 = 0.466CAMARA ANCLAJE MARGEN IZQUIERDA Fi2 = 0.466TORRE MARGEN DERECHA Fd1 = 0.384CAMARA ANCLAJE MARGEN DERECHA Fd2 = 0.384

MODULO DE ELASTICIDAD DEL ACERO E = 2100000 Kg/cm2MADERA ESTRUCTURAL DEL TIPO "B" Variedad Tornillo o similarMODULO DE ELASTICIDAD MINIMO Emin = 55,000 Kg/cm2MODULO DE ELASTICIDAD PROMEDIO Eprom = 90,000 Kg/cm2ESFUERZO ADMISIBLE A LA FLEXION ( GRUPO "B" ) fm = 150 Kg/cm2ESFUERZO ADMISIBLE A LA COMPRESION PARALELA fc// = 80 Kg/cm2ESFUERZO ADMISIBLE A LA COMPRESION PERPENDICULAR fc ¶ = 15 Kg/cm2ESFUERZO ADMISIBLE AL CORTE fv = 8 Kg/cm2ESFUERZO ADMISIBLE A LA TRACCION PARALELA ft = 75 Kg/cm2PESO ESPECIFICO DE LA MADERA Wm = 650 Kg/m3RESISTENCIA DE FLUENCIA DEL ACERO

CORRUGADO fy1 = 4,200 Kg/cm2ESTRUCTURAL fy2 = 2,500 Kg/cm2

RESISTENCIA A LA COMPRESION DEL CONCRETOTORRES f'c1 = 210 Kg/cm2CAMARAS DE ANCLAJE f'c2 = 140 Kg/cm2ZAPATAS f'c3 = 210 Kg/cm2CAISSON f'c4 = 210 Kg/cm2

CUANTIA BALANCEADATORRES þb1 = 0.0213CAMARAS DE ANCLAJE þb2 = 0.0142ZAPATAS þb3 = 0.0213CAISSON þb4 = 0.0213

CUANTIA MINIMA þmin = 0.0033CUANTIA MAXIMA

TORRES þmax1 = 0.0160CAMARAS DE ANCLAJE þmax2 = 0.0107ZAPATAS þmax3 = 0.0160CAISSON þmax4 = 0.0160

W = þ x fy / f'cTORRES Wmin1 = 0.0660

Wmax1 = 0.3200

DISEÑO DEL TABLERO

Esf. Adm. Kg/cm2 Densidad

Grupo Flexión Corte Kg/cm3

A 210 15 750

B 150 12 650

C 100 5 450

b hKg/m2 SUPONIENDO SECCION: 8 x 1.5 en pulgadas

1.5 Sobrecarga (S) 150.00 Kg/m2Impacto (I) 25 %Peso tablero (Wd) 4.88 Kg/m

W = S ( 1 + I / 100 ) + Wd W = 192.38 Kg/m

M = W x L2^2 / 8 M = 6.01 Kg-m0.50 M = 601.00 Kg-cm

L2

Módulo de Sección "Z" = b x h^2 / 6 Z = 46.88 cm3

12.82 < 150 fadm.

V = W x L2 / 2 V = 48.10 Kg

Módulo de Reacción "R" = 2/3xb x h R = 50.00 cm2

Cortante actuante "v" = V/R 0.96 < 12 Vadm.

CONCLUSION SE USARA LA SECCION : 8 x 1.5 En pulgadas

DISEÑO DE LARGUEROS

SUPONIENDO SECCION: 3 x 4 en pulgadas1.5

Ancho Tributario L2 = 0.50 m4

Peso entablado 12.19 Kg/mPeso larguero 4.88 Kg/m

Wd = 17.07 Kg/mW = S ( 1 + I / 100 ) + Wd W = 204.57 Kg/m

M = W x L2^2 / 8 M = 102.29 Kg-m2.00 M = 10,229.00 Kg-cm

L1

Módulo de Sección "Z" = b x h^2 / 6 Z = 125 cm3

81.83 < 150 fadm.

V = W x L2 / 2 V = 204.57 Kg



CONCLUSION SE USARA LA SECCION : 3 x 4 En pulgadas

Momento actuante l = M/Z =

Momento actuante l = M/Z =

"

=

=

=

=

DISEÑO DE VIGUETAS

1.151.00

0.1

0.9001.038

1.2375 1.095

0.138

0.1

0.14 0.50 0.50 0.14LP

0.25 1.28 0.25LV

1.291

0.90

hl = 0.2380.925

1 1

SUPONIENDO SECCION: 3 x 4 en pulgadasAncho Tributario L1= 2.00 mPESO DE PERNOS Y PLATINAS EN VIGUETAS Ppv = 10.00 Kg/mPESO DE PERNOS Y PLATINAS EN BARANDAS Ppb = 40.00 Kg/mSECCION SOLERA SUPERIOR 1.5 x 4 en pulgadas L1 = 2.00 mSECCION DIAGONALES 1.5 x 3 en pulgadas L3 = 1.291 mSECCION MONTANTES 1.5 x 3 en pulgadas L4 = 1.138 mSECCION ARRIOSTRES 1.5 x 3 en pulgadas L5 = 1.095 m

CARGA MUERTAEntablado h x L1 x Wm 48.75 Kg/mLargueros b x h x L1 x WmxN/LV 22.94 Kg/mViguetas b x h x Wm 4.88 Kg/mPernos, Platinas 15.00 Kg/m

WD = 91.57 Kg/mBARANDASSolera superior b x h x L1 x Wm 4.88Diagonales 2 x b x h x L3 x Wm 4.72Montantes b x h x L4 x Wm 2.08Arriostres b x h x L5 x Wm 2.00Pernos, Platinas 40.00

WB = 53.68 Kg

.10

.225

.225

.225

MOMENTO DEBIDO AL PESO DE LA VIGUETA + SOBRECARGAW = S ( 1 + I / 100 ) + WD W = 279.07 Kg/m

MV = W x LV^2 / 8 MV = 56.71 Kg-mMV = 5,671.00 Kg-cm

VV = W x LV / 2 VV = 177.91 Kg

MOMENTO DEBIDO AL PESO DE LA BARANDAMB = WB x LP MB = 7.38 Kg-m

MB = 738.00 Kg-cmMOMENTO TOTAL

M = MV + MB M = 6,409.00 Kg-cm

Módulo de Sección "Z" = b x h^2 / 6 Z = 125 cm3

51.27 < 150 fadm.

CORTANTE TOTALV = VV + WB V = 231.59 Kg

T1 = 231.59 Kg



CONCLUSION SE USARA LA SECCION : 3 x 4 En pulgadas

DISEÑO DE PENDOLAS

1/2 1/4 1/4

1 1/2 7/8 1/2

5/8 7/8 1/2

2 1/2

8 7/8 2

4 Agujeros para 6 7.5clavos de 2"

2 1/4

3a

3 1/21 1/2

b

LAS PENDOLAS ESTAN SOMETIDAS A TRACCION

Ap = T1/(0.6xfy2) Ap = 0.15 cm2As Ø3/8" = 0.71 cm2As Ø1/2" = 1.29 cm2

Usar varilla lisa de Ø = 1/2 pulg.

PARA EL ESTRIBO USAREMOS VARILLA LISA Ø = 1/2 pulg.

Momento actuante l = M/Z = =

=

SECCION DE LA PLANCHA

A = T1 / fc¶ A = 15.44 cm2Tomamos A = 25.00 cm2

Ancho de la Vigueta a = 7.50 cm. , el ancho de la plancha será:

A = a x b , b = A / a b = 3.33 cmb = 1.33 pulg.

Usaremos b = 1 1/2 pulg.b = 3.75 cm

CALCULO DEL ESPESOR

M = T1 x ( b / 2 ) ^ 2 / 8 M = 101.77 Kg-cmS = b x t ^ 2 / 6R = M / S < 0.5 fy Con un Valor de R = 1,200.00 Kg/cm2t^2 = 6 x M / ( R x b ) t^2 = 0.14

t = 0.33 cmUsar t = 1/4 pulg.

t = 0.63 cm

LONGITUD DE PENDOLAS

f

Y '

YS S

Y"

f '

Y = S + 4 X^2 ( f + f ' ) / L^2

Donde:Y = Longitud de péndola (Eje de cable - Nivel de Baranda)X = Longitud a partir del centro de luzS = Espesor (Viga + larguero + piso + baranda) S = 1.24 mf = L / 10 f = 2.26 mf ' = 0.50 m. f ' = 0.50 m

Y = 1.24 + 4.00 X^2 ( 2.26 + 0.50 ) / 22.60 ^2

Y = 1.24 + 0.0216148 X ^2

Tabulando:

X 1.000 3.000 5.000 7.000 9.000 11.000Y 1.259 1.432 1.778 2.297 2.988 3.853

XY

Restando Abrazadera cable - péndola 2 1/2 -0.063Restando Abrazadera viga - péndola 7 7/8 -0.197 m

-0.26 m

Medidas finales:

X 1.000 3.000 5.050 7.100 9.100 11.100Y 0.999 1.172 1.518 2.037 2.728 3.593

X TOTALY 12.047

24.094

DISEÑO DEL CABLE

METRADO DE CARGAS

Entablado + Largueros + Vigueta = 91.57 x 1.28 / 2.00 58.38 Kg/mlBarandas = 53.68 x 2.00 107.36 Kg/mlPéndolas = 24.09 x 1.02 / 10.00 4.92 Kg/mlPernos, Platinas y Clavos 150.00 Kg/mlCables Ø 1/2 pulg. (Tipo Boa) 4.00 x 1.55 6.2 Kg/ml

PD = 326.86 KgSobrecarga S x ( 1.00 + I ) PL = 187.50 Kg

PT = 514.36 Kgp = 515.00 Kg

n = f / L n = 0.102

TENSION HORIZONTAL H = p x L^2 / ( 8 x f ) H = 14,295.73 KgTENSION EN EL CABLE T = H x RAIZ ( 1 + 16 x n^2 ) T = 15,439.81 Kg

USANDO CABLE DE ACERO TIPO BOA ALMA DE ACERO 6x19 Cables Ø 1/2 pulg.ACERO DE ARADO EXTRA MEJORADO Ru = 12,100.00 Kg

Número de Cables = 1.28 Und/ladoNúmero de Cables = 1.00 Und/lado

Usar Número de Cables = 2.00 Und/ladoFACTOR DE SEGURIDAD Factor de Seguridad = 3.13

CONCLUSION Se Usarán Número de Cables = 2.00 Und/lado

ABRAZADERA SUPERIOR CABLE - PENDOLA

1 1/2

1/4 1 1/42 1/8 1/2

1/4

1/2 1/4

3 1/4 2 1/4 7/8 7/8 7/8 5/8

2 1/2 1/4 X 3/4

Perno de 1/2 x 2

3/4 1 Y Y

1 1

Asumiendo Y = 3/4 pulgY = 1.88 cmX = 3/4 pulgX = 1.88 cm

d = diámetro del agujero = 5/8 pulg d = 1.56 cmd debe ser mayor o igual que 1.25 Y Y = 1.25 cm

X debe ser mayor o igual que 1.33 Y X = 1.66 cmX debe ser menor que X asumido

Con espesor t = 1/4 pulgArea neta es igual a área efectiva = 2 Y x t An = 0.94 cm2

P1 = 0.50 x T1 / ( 0.95 x An) P1 = 130 Kg/cm2P1 debe ser menor o igual que 0.50 fy2 0.50 fy2 = 1,250 Kg/cm2

ABRAZADERA AUXILIAR3 1/2

AGUJERO PARA PERNO DE 1/2" x 2" 1 1/4 1.0 1 1/4 1/2

1/4- 3/16

1 1/2 3/8 1 3/8 3/8

2 1/4 - 3/16 1/4

Perno de 1/2 x 2

PERFIL DEL PUENTE

277.74 277.74

24° 13' 03" 22° 09' 01" 22° 09' 01" 38° 59' 03"

2.3008.721 8.113

2.95 5.758 4.788 4.741.2375

0.500272.85 273.00

0.750274.790 271.88

0.971

270.500270.00

6.550 22.600 6.550

ANGULO DEL CABLE PRINCIPAL Tan ß = 4 f / L Tan ß = 0.40707965ß = 22.15023793 °

22° 09' 01" 47.1616ANGULO DEL FIADOR IZQUIERDO Tan ß1 = 2.946 / 6.55 0.44978626 9.72

ß1 = 24.21756037 °24° 13' 03"

ANGULO DEL FIADOR DERECHO Tan ß2 = 4.736 / 6.55 0.72306870ß2 = 35.86951422 °

38° 59' 03"

Y debe ser menor que Y asumido

LONGITUD DE CABLE

LC = L x [ 1 + 8 x f^2 / ( 3 x L^2 ) - 32 x f^4 / ( 5 x L^4 ) ]

DondeL = Longitud entre torres L = 22.600 mf = Flecha = L/10 f = 2.260 m

f^2 / L^2 = 0.0100f^4 / L^4 = 0.0001

Resolviendo LC = 23.188 mLongitud Fiador Izquierdo LF1 = 8.721 mLongitud Fiador Derecho LF2 = 8.113 m

AsumiendoLongitud de cable en guardacable LC1 = 0.600 mLongitud de amarre del cable LC2 = 1.550 m

Longitud total = LC + LF1 + LF2 + LC1 + LC2 LT = 42.172 mAsumir LT = 45.000 m

Con 2.00 cables por lado, se comprará la siguiente cantidad LT = 180.00 m

FLECHA DE MONTAJE PARA EL CABLE

PESO PROPIO DEL PUENTE PD = 326.86 KgHD = PD / 2 HD = 163.43 Kg

ALARGAMIENTO DEL CABLE PRINCIPAL PRODUCIDO POR LA TENSION

Se puede obtener la tensión horizontal que produce un aumento de la flecha ff = 2.234 m

H = HD x L^2 / ( 8 x ff ) H = 4,670.63 Kg

n = f / L n = 0.09884956

A = Area total del cable A = 2.00 cm2E = Módulo de Elasticidad del acero (Se recomienta 2/3 de su valor) E = 1,400,000 Kg/cm2

H / (AE) = 0.00166808Alargamiento del cable L = [ H / ( A x E ) ] x L x [ 1 + (16 x n^2)/3] 1+(16xn^2)/3 = 1.0521132535

L = 0.040 mAlargamiento Fiador Izquierdo L1 = [ H / ( A x E ) ] x [ LF1 x Sec^2 ß1 ] Sec^2 ß1 = 1.20230768

L1 = 0.017 mAlargamiento Fiador Derecho L2 = [ H / ( A x E ) ] x [ LF2 x Sec^2 ß2 ] Sec^2 ß2 = 1.52282835

L2 = 0.021 mAlargamiento total de fiadores L12 = 0.038 m

VARIACION DE LA FLECHA POR ALARGAMIENTO DE LOS CABLES Y FIADORES

f = 15 x L / [ 16 x ( 5 x n - 24 x n^3)] 16x(5xn-24xn^3) = 7.53706581 f = 0.079 m

f = L x ( 15 - 40 x n^2 + 288 x n^4 ) / [ 16 x ( 5 x n - 24 x n^3)] 15-40xn^2+288xn^4 = 14.63664798 f12 = 0.074 m

Variación total de la flecha ft = 0.153 mFLECHA FINAL f = ff + ft f = 2.387 m

El valor debe ser igual a f f = 2.300 m

ENTONCES LA FLECHA DE MONTAJE SERA ff = 2.234 m

TENSION EN LOS FIADORES

La torre llevará carros de dilatación, por lo cual las dos tensiones horizontales son iguales, luego las tensiones máximas absolutasde los fiadores serán:

TENSION EN EL CABLE T = 15,439.81 KgTENSION HORIZONTAL H = 14,295.73 KgTf = H / Cos ß1 Cos ß1 = 0.91199444

Tf = 15,675.24 KgTff = H / Cos ß2 Cos ß2 = 0.81035352

Tff = 17,641.35 KgLAS TENSIONES EN LOS FIADORES SON MAYORES QUE LA TENSION EN EL CABLE

PRESION SOBRE LAS TORRES Tan ß = 0.40707965Tan ß1 = 0.44978626

14,295.73 Kg 14,295.73 Kg Tan ß2 = 0.72306870Torre izquierda P1 = 12,249.52 Kg

< 22° 09' 01" Torre derecho P2 = 16,156.30 Kg8078.15

P = H ( Tan ß + Tan ß1 )

DISEÑO DE LOS CARROS DE DILATACION

DESPLAZAMIENTO DE LOS CARROS POR PESO PROPIO

Alargamiento Fiador Izquierdo L1 = 1.7 cmAlargamiento Fiador Derecho L2 = 2.1 cm

SE COLOCARAN LOS CARROS EXCENTRICAMENTE 0.8 CM. HACIA LOS ANCLAJES DE MODOQUE CUANDO ACTUA EL PESO PROPIO, LA REACCION VERTICAL ACTUA EN EL EJE DE LAS TORRES

DESPLAZAMIENTO MAXIMO CON S/C Y AUMENTO DE TEMPERATURA

CON UNA VARIACION DE TEMPERATURA DE T° = 40 ° Cc = 0.000012

TENSION EN EL CABLE T = 15,439.81 Kg

H = T / 2 H = 7,719.91 KgA = Area total del cable A = 2.45 cm2E = Módulo de Elasticidad del acero (Se recomienta 2/3 de su valor) E = 1,400,000 Kg/cm2Alargamiento Fiador Izquierdo H / (AE) = 0.00225070 L1 = Sec ß1 x { c x t x LF1 + [ H / ( A x E ) ] x LF1 x Sec ß1 } Sec ß1 = 1.09649792

L1 = 2.8 cmAlargamiento Fiador Derecho Sec ß2 = 1.23402931 L2 = Sec ß2 x { c x t x LF2 + [ H / ( A x E ) ] x LF2 x Sec ß2 } L2 = 3.3 cm

DESPLAZAMIENTO NETO MEDIDO EN EL EJE DE LA TORREFIADOR IZQUIERDO 1.1 cmFIADOR DERECHO 1.2 cm

LA PLANCHA TENDRA 5 CM. DE PROYECCION A CADA LADO, POR LO QUE SE TIENE SEGURIDAD ANTE EL DESPLAZAMIENTO

DISEÑO DE LOS RODILLOS

La presión total vertical en la torre izquierda es: P1 = 12.25 TonLa presión en cada columna es: P = P1 / 2 P = 6.12 TonLa presión total vertical en la torre izquierda es: P2 = 16.16 TonLa presión en cada columna es: P = P2 / 2 P = 8.08 TonEl diámetro de los rodillos de acero moldeado se determina medinate :F = 0.42 x RAIZ [ p / ( r x E ) ]p = P / ( a x n )

b1b

donde :F = Esfuerzo admisible sobre el rodillo en, se acepta máximo 7.5 Ton/cm2 F = 7.0 Ton/cm2E = Módulo de Elasticidad del acero E = 2,100 Ton/cm2p = Presión unitaria en cada rodillo en Ton/cm2a = Longitud del rodillon = Número de rodillosr = Radio del rodillo r = d/2d = Diámetro del rodillo

Reemplazando obtenemos la siguiente expresión:a = 741 x P / ( n x d x F^2 ) con n = 2

y d = 5.00 cm.a1 = 9.25 cm.a2 = 12.22 cm.

Se usará a = 15.00 cm.Dejando 2.0 cm. a cada lado para los bordes que guían a los rodillos el

Ancho de la plancha inferior será b = 19.00 cm.Los rodillos se separan 1.0 cm. en sus bordes, más 10 cm. en ambos extremos, se tendrá

Longitud de la plancha inferior será Lp = 16.00 cm.

ESPESORES DE PLANCHAS TORRE IZQUIERDAPROYECCION DE CABLE

3.90 6.00 6.00 6.10 1.25

5.00 3.75 h. e ' 1.78

Ñ = 10.6251.25

5.00

1.88

5.55 6.00 6.00 4.45

La presión en cada columna es: P = 6,124.76 Kgp = P / ( b x Lp) p = 20.15 Kg/cm2

La plancha superior se desplaza 1.10 cmLa distancia extrema aumenta de 5.00 cm a X = 6.10 cmMomento que actúa sobre el voladizo por 1.00 cm. de ancho, es: M = 374.84 Kg-cm

Radio de la parte curvar = ( h^2 + C^2 ) / ( 2 x h ) h = 3.75 cmC = Lp / 2 C = 8.00 cm

r = 10.41 cmy = RAIZ ( r^2 - X^2 ) y = 8.44 cme ' = h - ( r - y ) e ' = 1.78 cm

Tomando una faja de 1.00 cm. de ancho, siendo el espesor de la seccion más trabajadab = 3.03 cm

S = a x b^2 / 6 a = 1.00 cmS = 1.53 cm3

R = M / S R = 244.99 Kg/cm2R debe ser menor que 0.5 fy2 0.5 fy2 = 1,250 Kg/cm2

La plancha superior se desplaza 1.10 cmLos rodillos girarán la mitad 0.55 cmLa distancia extrema aumenta de 5 cm a X = 5.55 cmMomento que actúa sobre el voladizo por 1.00 cm. de ancho, es: M = 310.29 Kg-cm

cm

Tomando una faja de 1.00 cm. de ancho, siendo el espesor de la plancha inferiorb = 1.88 cm

S = a x b^2 / 6 a = 1.00 cmS = 0.59 cm3


ESPESORES DE PLANCHAS TORRE DERECHA

3.80 6.00 6.00 6.20

5.00 3.75 h. e ' 1.70

1.25

5.00

1.88

5.60 6.00 6.00 4.40

La presión en cada columna es: P = 8,078.15 Kgp = P / ( b x Lp) p = 26.57 Kg/cm2

La plancha superior se desplaza 1.20 cmLa distancia extrema aumenta de 5.00 cm a X = 6.20 cmMomento que actúa sobre el voladizo por 1.00 cm. de ancho, es: M = 510.73 Kg-cm

Radio de la parte curvar = ( h^2 + C^2 ) / ( 2 x h ) h = 3.75 cmC = Lp / 2 C = 8.00 cm

r = 10.41 cmy = RAIZ ( r^2 - X^2 ) y = 8.36 cme ' = h - ( r - y ) e ' = 1.70 cm

Tomando una faja de 1.00 cm. de ancho, siendo el espesor de la seccion más trabajadab = 2.95 cm

S = a x b^2 / 6 a = 1.00 cmS = 1.45 cm3


La plancha superior se desplaza 1.20 cmLos rodillos girarán la mitad 0.60 cmLa distancia extrema aumenta de 5.00 cm a X = 5.60 cmMomento que actúa sobre el voladizo por 1.00 cm. de ancho, es: M = 315.91 Kg-cm

Tomando una faja de 1.00 cm. de ancho, siendo el espesor de la plancha inferiorb = 1.88 cm

S = a x b^2 / 6 a = 1.00 cmS = 0.59 cm3


CAMARAS DE ANCLAJE

IZQUIERDA DERECHA

V V

T = 15,675.24 h = 2.00 2.10 T = 17,641.35 h = 2.00 2.00

ß1 = 24° 13' 03" H = 14,295.73 H = 14,295.73 ß2 = 38° 59' 03"

2.60 2.80

fsv = fsv =

SE ADOPTARA UN PERFIL DE ENSAYO DE a1 = 2.60 mb1 = 2.60 mh1 = 2.00 m

Peso P = a x b x h x Wcc P1 = 31,096.00 Kga2 = 2.80 mb2 = 2.80 mh2 = 2.00 mP2 = 36,064.00 Kg

Seno ß1 = 0.41020257V = T x Seno ß V1 = 6,430.02 Kg

Seno ß2 = 0.58594127V2 = 10,336.80 Kg

Componente vertical de la Reacción R = P - V R1 = 24,665.98 KgR2 = 25,727.20 Kg

PRESION MAXIMA SOBRE EL SUELOQ = 2 x R / ( a x b ) Q1 = 0.73 Kg/cm2

Q1 DEBE SER MENOR QUE Qi2 = 1.22 Kg/cm2Q2 = 0.66 Kg/cm2

Q2 DEBE SER MENOR QUE Qd2 = 1.40 Kg/cm2

PESO DE CAMARA DE ANCLAJE MENOS DOS VECES LA COMPONENTE VERTICAL Y1 = 18,235.96 KgY = P - 2 x V Y2 = 15,390.40 Kg

FUERZA QUE SE OPONE AL DESLIZAMIENTO Z1 = 8,497.96 KgZ = Y x F F =Coeficiente de Fricción Z2 = 5,909.91 Kg

EMPUJE DE TIERRAS QUE ACTUA SOBRE LAS PAREDES LATERALES Tan^2(45-Ø/2)i = 0.4058585 Tan^2(45-Ø/2)d = 0.4723551

Ed = 0.5xW x h^2 x Tan^2 ( 45 - Ø/2 ) x a Edi = 3,294.43 KgEd2 = 4,668.76 Kg

LA FRICCION QUE SE OPONE A DICHO EMPUJE ES : J1 = 1,535.20 KgJ = E x F J2 = 1,792.80 Kg

EMPUJE PASIVO SOBRE PARED DELANTERA Tan^2(45+Ø/2)i = 2.4639128 Tan^2(45+Ø/2)d = 2.1170513

Ep = W x h^2 x Tan^2 ( 45 + Ø/2 ) x b / 2 Ep = 20,000.07 KgEp = 20,924.93 Kg

FUERZAS RESISTENTES TOTALESFR = Z + J + Ep FR1 = 30,033.23 Kg

FR2 = 28,627.65 KgFACTOR DE SEGURIDADF.S = FR / H F.S1 = 2.10

F.S2 = 2.00 EL FACTOR DE SEGURIDAD DEBE SER IGUAL O MAYOR QUE 2.00

DISEÑO DE VARILLA DE ANCLAJE CAMARA - CABLE

ESTAN SOMETIDAS A TRACCIONNúmero de Varillas de Anclaje por cámara n = 8.00 Und

T1 = 15,675.24 KgT2 = 17,641.35 Kg

Tensión actuante por varilla R = T / n R1 = 1,959.41 KgAc = R / ( 0.6 x fy2 ) R2 = 2,205.17 Kg

Ac1 = 1.31 cm2Ac2 = 1.47 cm2

SE USARA UN DIAMETRO MAYOR QUE EL CABLE As 5/8" = 2.00 cm2Usar varilla lisa de Ø = 5/8 pulg.

DISEÑO DE LAS RAMPAS DE ACCESO

SE USARA PENDIENTE 10%

-2.08 -2.08 ### -2.08 2.50 2.505.00 2.50

273.0000.750

274.790 -1.040 h1

COLUMNAS : X2, X3, X4, X5, X6

COLUMNAS : X2, X3, X4, X5, X6, X7, X8, X9, X10

-10.400 22.600 7.500LR

SECCION TRANSVERSAL DE LA RAMPA

0.238

0.25 1.03 0.25

1.28LL

METRADO DE CARGAS

Entablado + Largueros + Vigueta = 91.57 x 1.28 / 2.00 58.38 Kg/mBarandas = 53.68 x 2.00 107.36 Kg/mPernos, Platinas y Clavos 10.00 Kg/m

PD = 175.74 Kg/mSobrecarga S x ( 1.00 + I ) PL = 187.50 Kg/márea de influencia de L1 = 2.00 m.

Carga actuante en cada columna P = P x L1 x LL / 2 PD1 = 224.07 KgPL1 = 239.06 Kg

P = 463.13 Kg

LA ZAPATA DE LA RAMPA VIENE A SER X1 LAS VIGUETAS SE APOYARAN EN LAS COLUMNAS UBICADAS CADA 2.50 M. A PARTIR DE LA ZAPATA X1LAS COLUMNAS ACTUAN ANTE CARGAS AXIALES

VALORES DE LAS ALTURAS DE LAS COLUMNAS A PARTIR DEL NIVEL DEL TERRENOh = X x h1 / ( LR - X) en m.

X L h H Pp PT QzX1 0.00 0.00 0.00 0.00 463.13 0.74 X2 2.50 0.25 1.25 187.50 650.63 1.04 X3 5.00 0.50 1.50 225.00 688.13 1.10 X4 7.50 0.75 1.75 262.50 725.63 1.16 X5 10.00 1.00 2.00 300.00 763.13 1.22 X6 12.50 1.25 2.25 337.50 800.63 1.28 X7 15.00 1.50 2.50 375.00 838.13 1.34 X8 17.50 1.75 2.75 412.50 875.63 1.40 X9 20.00 2.00 3.00 450.00 913.13 1.46

X1 X3 X5 X7 X9

X1X3X5

X10 22.50 2.25 3.25 487.50 950.63 1.52

COLUMNAS0.25 0.25

0.25

hH

1.000.75

0.20

0.75 0.75

Peso propio de las columnas Pp = b x t x Wca x H en KgPT = P + Pp en Kg

La carga que soporta la zapata será Qz = PT / ( b x t ) en Kg/cm2Debe ser menor que 0.4 f ' c 0.5f 'c = 84.00 Kg/cm2

Para calcualr el área de acero se considerará una cuantía mínima del 1% As = 6.25 cm2As = 0.01 xb x t Usar Ø 1/2" 6.00 Und/columna

Usar estribos por confinamiento Ø 3/8" : 1 @0.05, Rto. @ 0.25

Verificación de la carga axial últimaPu = Ø [ 0.85 x fc1 x Ag + As x fy1 ] Ø = 0.70 Pu = 110,250.00 Kg/cm2

ZAPATAS

Carga resultante de la columna (trabajaremos con el mayor valor) PD = 950.63 KgPeso propio Pp = A x B x h x Wca Pp = 270.00 Kg

PT = PD + Pp PT = 1,220.63 KgQt = C x PT / Az C = 1.15 Az = C x PT / Qt Qt = 0.90 Kg/cm2

Az = 1,560 cm2Debe ser menor o igual que el asumido Az = 5,625.00 cm2

A = 2m + t m = 25 cmB = 2n + b n = 25 cm

ALTURA ( Para el mayor valor) PD1 = 711.57 KgPL1 = 239.06 Kg

Pu = 1.50 PD1 + 1.80 PL1 Pu = 1,497.66 KgQnu = Pu / Az Qnu = 0.27 Kg/cm2

Ø = 0.85 POR PUZONAMIENTO[4xØxRAIZ(f 'c3)+Qnu]xd^2 + [2xØxbxRAIZ(f 'c3)+2xØxtxRAIZ(f 'c3)+Qnuxb+Qnuxt]xd+Qnuxbxt-QnuxAxB = 0

[4xØxRAIZ(f 'c3)+Qnu] = 49.54 a[2xØxbxRAIZ(f 'c3)+2xØxtxRAIZ(f 'c3)+Qnuxb+Qnuxt] = 1,245.08 b

Qnuxbxt-QnuxAxB = -1331.26 cRAIZ (b^2-4ac) = 1,346.85

d = 1.03 cm.EL VALOR CALCULADO DEBE SER MENOR QUE EL ASUMIDO 20.00 cm.

POR CORTEd = Qnu x m / [ 0.50 x Ø x RAIZ ( f 'c3) + Qnu ] d = 1.04 cm.

DISEÑO POR FLEXION

Mu/Ø = Qnu x A x m^2 / ( 2 x Ø ) Ø = 0.90 Mu/Ø = 6,933.63 Kg-cmKmin = #REF!

Mur Kmin = K B d ^2Suponiendo acero Ø 1/2" db = 1.30 cmRecubrimiento r.e = 7.50 cmdc = r.e + db/2 dc = 8.15 cmd = h - dc d = 11.85 cm

Mur Kmin = #REF! Kg-cmComo Mur Kmin es mayor que Mu/Ø entonces se usará acero mínimo

As = 0.0025 x B x d As = 2.22 cm2En ambos sentidos usar acero de Ø 3/8" = 4.00 Und

LAS COLUMNAS SERAN UNIDAS MEDIANTE VIGA DE AMARRE DE LAS SIGUIENTES DIMENSIONESLA VIGA SE UNIRA EN LA COLUMNA Y/O VIGA DE LAS TORRES

0.30

0.250.30

DISEÑO DE LA VIGA LA VIGA SERVIRA DE AMARRE, NO SOPORTARAN CARGAPOR LO TANTO LLEVARA CUANTIA MINIMA

As = ( 14 / fy1 ) x b x d d = 24.35 cmAs = 2.03 cm2

Usar Ø 1/2" = 2 UndRecubrimiento r.e = 4.00 cmDiámetro del estribo de = 1.00 cmDiámetro de la barra db = 1.30 cmdc = r.e + de + db / 2 dc = 5.65 cmd = t - dc Se usará en el acero positivo y negativo

USAR ESTRIBOS POR CONFINAMIENTOEstribos Ø 3/8" 1 @ 0.05, Rto. @ 0.25 Ambos extremos

DISEÑO DE LA ZAPATA DE LA RAMPA0.25

Usar Ø 1/2" @ 0.25 mAmbos sentidos 0.238

0.70

0.30

0.40

DISEÑO DE LAS TORRES

COLUMNASSECCION PARTE SUPERIOR b1 = 30.00 cm

t1 = 55.00 cm

SECCION PARTE INFERIOR b2 = 40.00 cmt2 = 65.00 cm

VIGASSECCION VIGAS SUPERIOR b3 = 55.00 cm

h1 = 30.00 cmSECCION VIGA INFERIOR b4 = 65.00 cm

h2 = 30.00 cmSECCION EN VIGA TABLERO b5 = 15.00 cm

h3 = 23.75 cm

DISEÑO DE LA VIGA SUPERIORLA VIGA SERVIRA DE AMARRE, NO SOPORTARAN CARGAPOR LO TANTO LLEVARA CUANTIA MINIMA


Usar Ø 1/2" = 4 UndRecubrimiento r.e = 4.00 cmDiámetro del estribo de = 1.00 cm

Diámetro de la barra db = 1.30 cmdc = r.e + de + db / 2 dc = 5.65 cmd = t - dc Se usará en el acero positivo y negativo


DISEÑO DE LA VIGA INFERIORLA VIGA SERVIRA DE AMARRE, NO SOPORTARAN CARGAPOR LO TANTO LLEVARA CUANTIA MINIMA


Usar Ø 1/2" = 4 Und

Recubrimiento r.e = 4.00 cmDiámetro del estribo de = 1.00 cmDiámetro de la barra db = 1.30 cmdc = r.e + de + db / 2 dc = 5.65 cmd = t - dc Se usará en el acero positivo y negativo


DISEÑO DE LA VIGA DEL TABLEROLA VIGA SERVIRA DE AMARRE, NO SOPORTARAN CARGAPOR LO TANTO LLEVARA CUANTIA MINIMA


Usar Ø 1/2" = 2 UndRecubrimiento r.e = 4.00 cmDiámetro del estribo de = 1.00 cmDiámetro de la barra db = 1.30 cmdc = r.e + de + db / 2 dc = 5.65 cmd = t - dc Se usará en el acero positivo y negativo


DISEÑO DE LA VIGA QUE SOPORTARA A LA RAMPAPD = 175.74 Kg/mPL = 187.50 Kg/m

AREA DE INFLUENCIA L1/2 Ln = 1.00 m.P = P x Ln PD1 = 175.74 Kg/m

PL1 = 187.50 Kg/mPESO PROPIO Pp = b3 x h1 x Wca Pp = 396.00 Kg/mCARGA MUERTA PDT = Pp + PD1 PDT = 571.74 Kg/m

M pos = P x L^2 / 24 Md pos = 43.4165 Kg-mM neg = P x L^2 / 12 Md neg = 86.833 Kg-mV = P x L / 2 Vd = 385.924 KgMu/Ø = ( 1.5 x Md + 1.8 Ml ) / Ø Ml pos = 14.2383 Kg-mVu/Ø = ( 1.5 x Vd + 1.8 Vl ) / Ø Ml neg = 28.4766 Kg-m

Vl = 126.562 KgFlexión Ø = 0.90Corte Ø = 0.85

Mu/Ø pos = 100.837 Kg-mMu/Ø neg = 201.67 Kg-m

Vu = 806.70 KgVu/Ø = 949.06 Kg

Mur Kmin = K b d ^2 Kmin = #REF!Suponiendo acero Ø 1/2" db = 1.30 cmRecubrimiento r.e = 4.00 cmEstribos Ø 3/8" de = 1.00 dc = r.e + 2 de + db/2 dc = 6.65 cmd = h - dc d = 23.35 cm

Mur Kmin = #REF! Kg-mComo Mur Kmin es mayor que Mu/Ø entonces se usará acero mínimoAs = ( 14 / fy1 ) x b x d As = 4.28 cm2

Usar Ø 1/2" = 4.00 UndSe usará en el acero positivo y negativo

Vuc = 0.53 x RAIZ ( f 'c1 ) x b x d Vuc = 9,863.59 TonComo Vuc > Vu/Ø entonces se usará estribos por confinamiento

Estribos Ø 3/8" 1 @ 0.05, Rto. @ 0.30 m. Ambos extremos

0.10625 Medida desde la base del carro de dilatación al eje del cable (ver valor Ñ en el diseño de los carros)usar: 0.1100

0.3002.351

0.3004.788

5.758 5.648 3.5000.2380.300 273.000

0.750274.790 -1.340

0.300 3.5004.990

269.500

270.500

1.419270

1.919268.081

6.550 22.600 6.550

1.350L

1.25

ACTUAN ANTE CARGAS AXIALES, LOS CARROS DE DILATACION ANULAN LAS FUERZAS HORIZONTALES

IZQUIERDA DERECHA

6,124.76 8,078.15

SE ADOPTARA EL MAYOR VALOR DE LA CARGA AXIAL P = 8,078.15 KgREACCION DE LA VIGA SEPARADOR PUENTE-RAMPA ( Vd + Vl ) R = 512.49 KgPESO PROPIO DE VIGAS SUPERIORES PS = 3 x b3 x h1 x L x Wca / 2 PS = 801.90 KgPESO PROPIO DE VIGA TABLERO - RAMPA PR = b5 x h3 x L x Wca / 2 PR = 57.71 KgPESO PROPIO VIGA INFERIOR PI = b4 x h2 x L x Wca /2 PI = 292.50 KgPESO COLUMNA SUPERIOR PC = b1 x t1 x h x Wca PC= 2,236.65 KgPESO COLUMNA INFERIOR PB = b2 x t2 x h x Wca PC= 3,300.96 Kg

PESO TOTAL PT = 15,280.36 Kg

LA CARGA QUE SOPORTA LA ZAPATA SERA Z = PT / ( b2 x t2 ) Z = 5.88 Kg/cm2ESTE VALOR DEBE SER MENOR QUE 0.40 f 'c3 84.00 Kg/cm2

Para calcualr el área de acero se considerará una cuantía mínima del 1% Asup = 16.50 cm2As = 0.01 xb x t Usar Ø 5/8" 8.00 Und/columna

Asinf = 26.00 cm2

Usar estribos por confinamiento Usar Ø 5/8" 14.00 Und/columnaSuperior Ø 3/8" : 1 @0.05, Rto. @ 0.30 Ambos extremosInferior Ø 3/8" : 1 @0.05, Rto. @ 0.40 Ambos extremos

Verificación de la carga axial últimaPu = Ø [ 0.85 x fc1 x Ag + As x fy1 ] Ø = 0.70 Pu sup = 254,677.50 Kg/cm2

Pu inf = 401,310.00 Kg/cm2

DISEÑO DE CAISSON

0.40

2.40

5.45 L10.65 6.25

Df2.40 Iz 6.71

0.40Der 4.92

0.400.40 1.25 0.40t t

2.05L2 R

1.42 h

0.40

RELACIONES CONCRETO ACERO

n = E / [ 15000 x RAIZ ( f 'c4 ) ] n = 10Fc = 0.4 x f 'c4 Fc = 84 Kg/cm2Fs = 0.4 x fy1 Fs = 1,680 Kg/cm2r = Fs/Fc r = 20k = n/(n+r) k = 0.3333j = 1-k/3 j = 0.8889

Ki = Tan^2 ( 45° - Øi1 / 2 ) Ø = Angulo fricción interna suelo fundación Ki = 0.406Kd = Tan^2 ( 45° - Ød1 / 2 ) Kd = 0.472R = W x h^2 x K / 2 W = Peso específico del suelo de fundación Ri = 625.17 KgFF = F x R F = Coeficiente de fricción Rd = 834.60 KgFFt = FF x L1 x L2 x 2 FFi = 291.33 KgA = L1 x L2 - ( L1 - 2 x t ) x ( L2 - 2 x t ) FFd = 320.49 KgA = 2 x t x ( L1 + L2) - 4 x t^2 FFti = 7,465.36 KgQ = A x h x Wca = FFt FFtd = 8,212.50 KgReemplazando : 4 x h x Wca x t^2 - 2 x ( L1 + L2 ) x h x Wca x t + FFt a = 13,622.40 Kg

b = -56,532.96 KgDi = 52,812.79 KgDd = 52,425.94 Kgt1i = 4.01t2i = 0.14 8.19t1d = 4.00 10.005t2d = 0.15 1.815

Para ambos casos asumiremos t = 0.90 mA = 117,000.00 cm2

PESO TOTAL DE LA COLUMNA P = 15,280.36 KgPESO PROPIO DEL CAISSON Pp = A x h x Wca Pp = 39,845.52 KgCARGAS APLICADAS SOBRE EL SUELO T = P + Pp T = 55,125.88 KgPRESION SOBRE EL SUELO Ps = T / A Ps = 0.47 Kg/cm2

Ps debe ser menor que Qi1 = 0.90 Kg/cm2Qd1 = 1.37 Kg/cm2

COMO Ps ES MAYOR QUE LAS RESISTENCIAS DEL TERRENO ENTONCES SE ADOPTARAUN CAISSON CON EL INTERIOR VACIO, ENTONCES SE TENDRA TAPAS EN LA PARTE

PP

INFERIOR Y SUPERIORLA TAPA INFERIOR HARA QUE LA CARGA SE DISTRIBUYA UNIFORMENTE EN TODA EL AREA INFERIOR

Para ambos casos asumiremos t = 0.40 mPESO TOTAL DE LA COLUMNA P = 15,280.36 KgPESO PROPIO DEL CAISSON Pp = 20,433.60 KgPp = ( L1 x L2 - ( L1 - 2 x t ) x ( L2 - 2 x t ) ] h x WcaPESO PROPIO LOSA INFERIOR Pli = ( L1 - 2 x t ) x ( L2 - 2 x t ) h x Wca Pli = 6,540.00 KgPESO PROPIO LOSA INFERIOR Pls = ( L1 - 2 x t ) x ( L2 - 2 x t ) h x Wca Pls = 6,540.00 KgCARGAS APLICADAS SOBRE EL SUELO T = P + Pp T = 48,793.96 KgAREA = L1 x L2 A = 128,125.00 Kg

PRESION SOBRE EL SUELO Ps = T / A Ps = 0.38 Kg/cm2Ps debe ser menor que Qi1 = 0.90 Kg/cm2

Qd1 = 1.37 Kg/cm2DISEÑO POR FLEXION DE LAS PAREDES

SE TOMARA EL MAYOR VALOR DE W Wd1 = 1,755.00 Kg/m3SE TOMARA EL MAYOR VALOR DE K Ki = 0.406SE TOMARA EL MAYOR VALOR DE L L2 = 6.25 mL = L2 - t L = 5.85 m

h = 1.42 mP = W x h x K P = 1,010.73 Kg/mMp = P L^2 / 16 Mp = 2,161.85 Kg-mMn = P L^2 / 12 Mn = 2,882.47 Kg-m

PERALTE REQUERIDO SE TOMARA EL MAYOR VALOR DEL MOMENTOd = RAIZ(2xMi/(Fcxkxjxb)) b = 100 Cm. d = 15.22 cm

REFUERZO PRINCIPAL ACERO NEGATIVOAs = Mi/(Fsxjxd) d = 0.350 m. As = 5.51 cm2Cuantía MínimaPmin = 0.0025xbxd b = 1.000 m. Asmin = 8.75 cm2

Escoger el mayor As = 5.51Usar Ø 3/4" @ S = 51.50

Usar S = 10.00 cmREFUERZO PRINCIPAL ACERO POSITIVOAs = Mi/(Fsxjxd) d = 0.350 m. As = 4.14 cm2Cuantía MínimaPmin = 0.0025xbxd b = 1.000 m. Asmin = 8.75 cm2


Usar S = 12.50 cm

DISEÑO POR FLEXION LOSA INFERIOR

P = Ps / 100 P = 38.08 Kg/mSE TOMARA EL MAYOR VALOR DE L L2 = 6.25 mL = L2 - t L = 5.85 mPESO PROPIO Pp = 1.00 x h x Wca Pp = 960.00 PT = P + Pp PT = 998.08 Kg/mMp = P L^2 / 16 Mp = 2,134.81 Kg-mMn = P L^2 / 12 Mn = 2,846.41 Kg-mPERALTE REQUERIDO SE TOMARA EL MAYOR VALOR DEL MOMENTOd = RAIZ(2xMi/(Fcxkxjxb)) b = 100 Cm. d = 15.12 cm

BEBE SER MENOR QUE d = 35.00 cm

REFUERZO PRINCIPAL ACERO NEGATIVOAs = Mi/(Fsxjxd) d = 0.350 m. As = 5.45 cm2Cuantía MínimaPmin = 0.0025xbxd b = 1.000 m. Asmin = 8.75 cm2


Usar S = 22.50 cmREFUERZO PRINCIPAL ACERO POSITIVOAs = Mi/(Fsxjxd) d = 0.350 m. As = 4.08 cm2Cuantía MínimaPmin = 0.0025xbxd b = 1.000 m. Asmin = 8.75 cm2


Usar S = 22.50 cmACERO DE REPARTICION Asr = 8.75 cmUsar Ø 5/8" @ S = 22.90

Usar S = 22.50 cm

DISEÑO POR FLEXION DE LOSA SUPERIOR

SE TOMARA EL VALOR DE Wr Wr = 1,800.00 Kg/m3K = Tan^2 ( 45° - Ø / 2 ) Ø = Angulo fricción interna suelo relleno Ki = 1.000SE TOMARA EL MAYOR VALOR DE h h = 3.500

L1 = 6.25 mL2 = 2.05 m

Ps = 1.00 x W x h Ps = 6,300.00 Kg/mPESO PROPIO Pp = 1.00 x h x Wca Pp = 8,400.00 Kg/mP = Ps + Pp P = 14,700.00 Kg/mSE TOMARA EL MAYOR VALOR DE L L2 = 2.05 mL = L2 - t L = 1.65 mMp = P L^2 / 16 Mp = 2,501.30 Kg-mMn = P L^2 / 12 Mn = 3,335.06 Kg-m

PERALTE REQUERIDO SE TOMARA EL MAYOR VALOR DEL MOMENTOd = RAIZ(2xMi/(Fcxkxjxb)) b = 100 Cm. d = 16.37 cm

BEBE SER MENOR QUE d = 35.00 cm

REFUERZO PRINCIPAL ACERO NEGATIVO

As = Mi/(Fsxjxd) d = 0.350 m. As = 6.38 cm2Cuantía MínimaPmin = 0.0025xbxd b = 1.000 m. Asmin = 8.75 cm2


Usar S = 12.50 cm

REFUERZO PRINCIPAL ACERO POSITIVO

As = Mi/(Fsxjxd) d = 0.350 m. As = 4.79 cm2Cuantía MínimaPmin = 0.0025xbxd b = 1.000 m. Asmin = 8.75 cm2


Usar S = 17.50 cmACERO DE REPARTICION Asr = 8.75 cmUsar Ø 5/8" @ S = 22.90

Usar S = 22.50 cm

NOTA EL ACERO DE LAS TORRES NACERA DEL CAISSON Y SERAN ANCLADAS EN ESTA

CAPACIDAD PORTANTE DEL SUELO

PUENTE COLGANTE PEATONAL SANTA ROSA DE CHIPAOTA - CANAYO

DESCRIPCION SIMBOLO CAMARA CAMARA TORREIZQUIERDO DERECHO IZQUIERDO

ANGULO DE FRICCION INTERNA DEL SUELO ø 24° 21° 18°COHESION DEL SUELO (Kg/cm2) c 0.28 0.29 0.20PESO UNITARIO (Kg/cm3) Y 0.001561 0.001765 0.0015302 ø / 3 ø' 16° 14° 12°COEFICIENTES ADIMENSIONALES N'c 8.50 8.00 7.00TABLA DE TEOREMA DE TERZAGHI N'q 3.00 2.50 2.00

N'y 1.00 0.50 0.50PROFUNDIDAD DE CIMENTACION (cm.) Df 200.00 200.00 670.90ANCHO DE CIMENTACION (cm.) B 260.00 280.00 625.00MONOMIOS (Kg/cm2) 2 c N'c / 3 1.587 1.547 0.933

Y Df N'q 0.937 0.883 2.053Y B N'y / 2 0.203 0.124 0.239

RESISTENCIA AL CORTE (Kg/cm2) qc 2.73 2.55 3.23FACTOR DE SEGURIDAD fs 2.50 2.50 2.50RESISTENCIA ULTIMA AL CORTE (Kg/cm2) qa 1.09 1.02 1.29

qc = 2 c N'c / 3 + Y Df N'q + Y B N'y / 2

PROMEDIO PARA ACCESOS

DESCRIPCION SIMBOLO CAMARA CAMARA TORREIZQUIERDO DERECHO IZQUIERDO

ANGULO DE FRICCION INTERNA DEL SUELO ø 24° 21° 18°COHESION DEL SUELO (Kg/cm2) c 0.28 0.29 0.20PESO UNITARIO (Kg/cm3) Y 0.001561 0.001765 0.0015302 ø / 3 ø' 16° 14° 12°COEFICIENTES ADIMENSIONALES N'c 8.50 8.00 7.00TABLA DE TEOREMA DE TERZAGHI N'q 3.00 2.50 2.00

N'y 1.00 0.50 0.50PROFUNDIDAD DE CIMENTACION (cm.) Df 120.00 120.00 120.00ANCHO DE CIMENTACION (cm.) B 100.00 100.00 100.00MONOMIOS (Kg/cm2) 2 c N'c / 3 1.587 1.547 0.933

Y Df N'q 0.562 0.530 0.367Y B N'y / 2 0.078 0.044 0.038

RESISTENCIA AL CORTE (Kg/cm2) qc 2.23 2.12 1.34FACTOR DE SEGURIDAD fs 2.50 2.50 2.50RESISTENCIA ULTIMA AL CORTE (Kg/cm2) qa 0.89 0.85 0.54

0.87 0.83

CAPACIDAD PORTANTE DEL SUELO

PUENTE COLGANTE PEATONAL SANTA ROSA DE CHIPAOTA - CANAYO

TORREDERECHO

21°0.42

0.00175514°8.002.500.50

491.90625.002.2402.1580.2744.672.501.87

PROMEDIO PARA ACCESOS

TORREDERECHO

21°0.42

0.00175514°8.002.500.50

120.00100.002.2400.5270.0442.812.501.12

0.83

PESO VOLADO t2 x a1 x Wc =(t1+t2)/2 x a2 x Wc =(a1-a4) x t1 x Wc =

PESO BARANDA a1 x Wb =Wd

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR CARGA MUERTA ( A DIFERENTES VALORES DE L)

P P P P6.75 6.50 6.75L1 L2 L1

Wd

y1 y y2

m n

1.00 y6y3 y5

y41.00

Expresión después del tercio centralVd = (y3 x n - y4 x m) x Wd / 2 + P x (y5 + y6) Ton/viga

Ln m n y y2 y1L/2 11.300 11.300 5.650 3.375 3.375L/3 7.533 15.067 5.022 2.250 4.500L/4 5.650 16.950 4.238 1.688 3.962L/5 4.520 18.080 3.616 1.350 3.170L/6 3.767 18.833 3.139 1.125 2.642L/7 3.229 19.371 2.768 0.965 2.264L/8 2.825 19.775 2.472 0.844 1.981L/9 2.511 20.089 2.232 0.750 1.761

L/10 2.260 20.340 2.034 0.675 1.585L/L 1.000 21.600 0.956 0.299 0.701

0.000 0.000 22.600 0.000 0.000 0.000

Ln Md Vd

L/2 #VALUE! 0.000L/3 #VALUE! #VALUE!L/4 #VALUE! #VALUE!L/5 #VALUE! #VALUE!L/6 #VALUE! #VALUE!L/7 #VALUE! #VALUE!L/8 #VALUE! #VALUE!L/9 #VALUE! #VALUE!

L/10 #VALUE! #VALUE!L/L #VALUE! #VALUE!

0.000 #VALUE! #VALUE!

FACTOR DE CONCENTRACION DE CARGA

Pr Pr

#VALUE! 1.80 0.60

Rmax =

Cc = Rmax / Pr =

#VALUE! Rmax

#VALUE!

#VALUE! 1.00#VALUE!

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR SOBRECARGA HS20 ( A DIFERENTES VALORES DE L)

16 T 16 T 4 T4.20 4.20

y7 y y8

m n

1.00 y9y3 y10

y41.00

Ln y7 y8 y9 y10 ML/2 3.550 3.550 0.314 0.128 161.400L/3 2.222 3.622 0.481 0.295 147.192L/4 2.138 3.188 0.564 0.378 127.368L/5 1.936 2.776 0.614 0.428 110.016L/6 1.739 2.439 0.647 0.461 96.204L/7 1.568 2.168 0.671 0.485 85.248L/8 1.422 1.947 0.689 0.503 76.392L/9 1.299 1.765 0.703 0.517 69.148

L/10 1.194 1.614 0.714 0.528 63.144L/L 0.584 0.770 0.770 0.584 29.952

0.000 0.000 0.000 0.814 0.628 0.000

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR SOBRECARGA EJE TAMDEM ( A DIFERENTES VALORES DE L)

12 T 12T1.20

y y11

m n

1.00y3 y12

y41.00

Ln y11 y12 M Ml VL/2 5.050 0.447 128.400 #VALUE! 5.364L/3 4.622 0.614 115.728 #VALUE! 11.376L/4 3.938 0.697 98.112 #VALUE! 14.364L/5 3.376 0.747 83.904 #VALUE! 16.164L/6 2.939 0.780 72.936 #VALUE! 17.352L/7 2.597 0.804 64.380 #VALUE! 18.216L/8 2.322 0.822 57.528 #VALUE! 18.864L/9 2.099 0.836 51.972 #VALUE! 19.368

L/10 1.914 0.847 47.376 #VALUE! 19.764L/L 0.903 0.903 22.308 #VALUE! 21.780

0.000 0.000 0.947 0.000 #VALUE! 23.364

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR SOBRECARGA EQUIVALENTE (A DIFERENTES VALORES DE L)

9 T

1.00

y

m n

1.00y3

y41.00

V = (y3 x n - y4 x m) x 1 / 2 + 9 x (y3-y4) Ton/puente

Ln M Ml V VlL/2 114.695 #VALUE! 0.000 #VALUE!L/3 101.947 #VALUE! 6.777 #VALUE!L/4 86.031 #VALUE! 10.150 #VALUE!L/5 73.405 #VALUE! 12.180 #VALUE!L/6 63.722 #VALUE! 13.523 #VALUE!L/7 56.190 #VALUE! 14.496 #VALUE!L/8 50.182 #VALUE! 15.225 #VALUE!L/9 45.310 #VALUE! 15.792 #VALUE!

L/10 41.290 #VALUE! 16.240 #VALUE!L/L 19.407 #VALUE! 18.511 #VALUE!

0.000 0.000 #VALUE! 20.300 #VALUE!

CALCULO DEL IMPACTO

Im = 15.24 / (L+38) Im =Debe ser menor o igual que 0.30 Entonces I será Im =

RESUMEN DE VALORES DE MOMENTOS Y FUERZAS CORTANTES (A DIFERENTES VALORES DE L)

MIm = Ml x Im VIm = Vl x ImMs = Md + Ml + MImMu = 1.3 x [Md + 5 x (Ml + Mim) / 3] Vu = 1.3 x [Vd + 5 x (Vl + Vim) / 3]

Ln Md Ml MIm Ms MuL/2 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/3 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/4 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/5 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/6 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/7 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/8 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/9 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!

L/10 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/L #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!

0.000 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!

VERIFICACION DE LA SECCION T

L3 bw b1#VALUE! #VALUE! #VALUE!

hf#VALUE!

Y

d hE.N. #VALUE!

Yt

#VALUE!b

Y = [(L3+b1)xhf^2/2 + (h+hf)^2xbw/2] / [(L3+b1)xhf + (hf+h)xbw]

Ig = [(L3+b1)xhf^3/12 + (L3+b1)xhfx(Y-hf/2)^2] + [(h+hf)^3xbw/12 + (hf+h)xbwx[(h+hf)/2-Y]^2]

DISEÑO POR SERVICIO

VERIFICACION DEL PERALTE EN EL CENTRO DE LUZ

d = RAIZ ( 2 x Ms x 10^5 / ( Fc x k x j x b ))d, debe ser menor que

DISEÑO POR ROTURA

VERIFICACION DEL PERALTE EN EL CENTRO DE LUZ

As = Mu x 10^5 / ( Ø x fy x ( d-a / 2 )

a = As x fy / ( 0.85 x f'c x b )

c = a / 0.85 asumir un valor

Suponiendo un bloque de tensiones a una profundidad a = hf (Viga b x H)

Del valor de c = #VALUE! Cm. se deduce que el eje neutro cae en el alay a < hf, entonces, la sección se analizará como una viga de secciónrectangular b x H

PERALTE REQUERIDO

d = RAIZ( Mu x 10^5 / ( Ø x Kmax x b ))d, debe ser menor que

CALCULO DE LAS AREAS DE ACERO (A DIFERENTES VALORES DE L)

A = 0.59 x b x d ^2 x fy^2 / f'cB = b x d ^2 x fyþ = (B - RAIZ (B^2 - 4 x A x Mu/Ø x 10^5)) / 2AAs = þ x b x d Tener en consideración el acero mínimoAsmin = 0.0033 bw x dAslateral = 10% Asp Acero centralAssuperior = 30% Asp Tener en consideración el acero mínimo

Ln Mu/Ø þ As 1" AssupL/2 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/3 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/4 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/5 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/6 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/7 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/8 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/9 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!

L/10 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!L/L #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!

0.000 #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!

VERIFICACION DE LA CUANTIA

Acero a utilizar en la sección central 18.00 Ø1"Acero Superior en la sección central 6.00 Ø1"þusada = Asusado/ (bw x d)

þusada debe ser mayor que þmin y menor que þmax

VERIFICACION DEL PERALTE EFECTIVO EN LA SECCION CENTRAL

Considerar estribos de Ødiametro estribo

6.00 Ø1" diametro barra principalRecubrimiento

Número de filasNúmero de barras fila 1

Número de barras ultima fila

el1 = (bw - 2xde - z1xdb - 8) / (z1 - 1)4.00 3/4"

el2 = (bw - 2xde - z2xdb - 8) / (z2 - 1)

8.00 Ø1"3.50

5.00 Ø1" el1 y el2 deben ser mayores que el db3.50

5.00 Ø1" dc = 4 + de + db x (z-1) + 3.5 x (z-1) + db/2

d = H - dcel1

4.00#VALUE!

bw

VERIFICACION DEL AGRIETAMIENTO (CONTROL DE GRIETAS)

El espaciamiento entre varillas está limitado a los valores "Z" dados por las normas, para elementos exteriores:

Z =< 25895 Kg/Cm Fy = 2810 Kg/Cm2 fs = 0.60 x Fy

dc = altura del recubrimiento medida del extremo del concreto en tracción al centro de la varillaA = área efectiva del concreto en tracciónDe la fórmula de máximo desplazamiento "S", separación máxima:

A = 2 x dc x S S = Z^3 / (2 x fs^3 x dc^2)S debe ser mayor que el1

VERIFICACION DE ESFUERZOS LIMITES DE FATIGA

VERIFICACION EN EL CENTRO DE LUZ

CONCRETO

el2

Fc > fc actuante fc actuante = 2 x Ms x 10^5 / ( k x j x b x d^2 )fc actuante debe ser menor que Fc

ACERO

fs max = Ms x 10^5 / (As x j x d)fs min = Md x 10^5 / (As x j x d)fyp = 0.6 x fy

fs max debe ser menor o igual que fyp(fs max - fs min) =< (1470 - 0.33 x fs min + 551 x 0.30)

El valor anterior debe ser menor o igualque el siguiente

(1470 - 0.33 x fs min + 551 x 0.30) =

VERIFICACION DE VIBRACIONES

f >= 3 Hertz f = [PI / (2 x L^2)] x RAIZ (Ec x Ig / m)Ec = 15000 x RAIZ (f'c)

f debe ser mayor o igual que 3 Hertz

VERIFICACION DE DEFLEXIONES

L3 bw b1#VALUE! #VALUE! #VALUE!

hf#VALUE!

Kd

d = h#VALUE! E.N. #VALUE!

nAs

#VALUE!b

ELEMENTO AREA DISTANCIA1 #VALUE! #VALUE!2 #VALUE! Kd 0.504 #REF! #VALUE!

SUM. #VALUE! + #VALUE! Kd

1 1

4

2

3

( #VALUE! + #VALUE! Kd ) x Kd =#VALUE! Kd^2 + #VALUE! Kd -

A BD = RAIZ (B^2-4AC) Kd = (- B +/- D) / 2A

Icr = b x hf^3 / 12 + b x hf x (Kd - hf/2)^2 + bw (Kd - hf)^3 / 3 + n x As x (d - Kd)^2Mcr = fr x Ig / Yt fr = 2 x RAIZ (f'c)Según el ACIIe = (Mcr / M)^3 x Ig + [1.00 - (Mcr / M)^3] x Icr¶y = - 5 x M x L^2 / (48 x Ec x Ie)Ec = 15000 x RAIZ (f'c)

DEFLEXIONES PERMISIBLESZONA URBANA L/1000 = 2.26 ZONA RURAL Ll/800 = 2.83

Si : Mcr / Ms menor o igual que 1/3 = 0.33 entonces Ie = IcrIngrese valores

El ¶yd se controlará con la ejecución de contraflecha en el centro de luz

DISEÑO POR FUERZA CORTANTE A DIFERENTES VALORES DE L

Vumax = 2.10 x RAIZ (f'c) x bw x dVuc = 0.53 x RAIZ (f'c) x bw x dVw = 1.10 x RAIZ (f'c) x bw x dVs = Vu/Ø - Vuc Si, Vs tiene valor negativo considerar un valor cero, se necesitará

estribos por confinamientoConsiderar estribos de Øárea del acero del estriboS = 2 x Ab x fy / (3.50 x bw)S = 2 x Ab x fy x d / VsSi : Vu/Ø menor o igual que Vw entonces Smax = d/2 ó 60 cm.

Vu/Ø mayor que Vw entonces Smax = d/4 ó 30 cm.Espaciamiento por confinamiento: bw

16 db30 cm.

Ln Vu/Ø Vs S S usarL/2 #VALUE! 0.000 0.000 30.000L/3 #VALUE! 0.000 0.000 30.000L/4 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 30.000L/5 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 30.000L/6 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 30.000L/7 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 30.000L/8 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 25.000L/9 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 20.000

L/10 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 20.000L/L #VALUE! #VALUE! #VALUE! 15.000

0.000 #VALUE! #VALUE! #VALUE! 10.000

Distribución de estribos a usar:[email protected], [email protected], [email protected], [email protected], [email protected], [email protected] Ambos extremos

DISEÑO DE VIGAS DIAFRAGMAS

8 T 8 T 2 T

4.20 4.20

0.38 0.35

6.75 6.50 6.75 L1 L2 L1

Rr

0 Ton/m

#REF!

PESO PROPIO P = b x h1 x WcMd pos = P x L^2 / 24Md neg = P x L^2 / 12Vd = P x L / 2

Mu = 1.30 x [ Md + 5 x Ml x (Im + 1) / 3 ]Vu = 1.30 x [ Vd + 5 x Vl x (Im + 1) / 3 ]

A = 0.59 x b x d ^2 x fy^2 / f'cB = b x d ^2 x fyþ = (B - RAIZ (B^2 - 4 x A x Mu/Ø )) / 2AAs = þ x b x dAsmin = 0.0033 bw x d

se usará

se usará

PERALTE EFECTIVO Considerar estribos de Ødiametro estribodiametro barra principal

Recubrimiento

Número de barras en la filael1 = (b - 2xde - z1xdb - 8) / (z1 - 1) el1 debe ser mayor que db

dc = 4 + de + db /2d = h1 - dc

DISEÑO POR FUERZA CORTANTE

Vumax = 2.10 x RAIZ (f'c) x b x d

Vw = 1.10 x RAIZ (f'c) x b x dVs = Vu/Ø - Vuc

área del acero del estriboS = 2 x Ab x fy / (3.50 x b)S = 2 x Ab x fy x d / VsSi : Vu/Ø menor o igual que Vw entonces Smax = d/2 ó 60 cm.

Vu/Ø mayor que Vw entonces Smax = d/4 ó 30 cm.Espaciamiento por confinamiento: bw

16 db30 cm.

Distribución de estribos a usar:[email protected], Resto a @0.25 Ambos extremos

ANALISIS Y DISEÑO DE LOSA

METRADO DE CARGAS

PESO PROPIO t x 1.00 x Wc =PESO ASFALTO e x 1.00 x Wa =

WdMOMENTO POR CARGA MUERTA

Md = +/- [Wd x S^2 / 10]

MOMENTO POR SOBRECARGA

Ml+ = 0.80 x (0.61 + S) x Pr / 9.74 Pr = 8.000Ml- = 0.90 x (0.61 + S) x Pr / 9.74 Para S/C Hs20-44

CALCULO DEL IMPACTO

Im = 15.24 / (S + 38) debe ser menor o igual que 0.30

VERIFICACION DEL PERALTE

Considerando recubrimientoConsiderar barras de Ødiametro barradc = r.e + db /2

d = t - dcMs = Md + Ml (1+Im)

Definir el valor mayord = RAIZ ( 2 x Ms / ( Fc x k x j x b ))

d, debe ser menor que

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 1.30 x [ Md + 5 x Ml x (Im + 1) / 3 ]

A = 0.59 x b x d ^2 x fy^2 / f'cB = b x d ^2 x fyþ = (B - RAIZ (B^2 - 4 x A x Mu/Ø )) / 2AAs = þ x b x dAsmin = 0.0033 b x d

se usará

se usará

ACERO POSITIVOACERO NEGATIVO

ACERO DE REPARTICION

ß = 121 / RAIZ (S) debe ser menor o igual que 67%Definir

Asr = ß x As El mayor de As pos y As negse usará

ACERO DE TEMPERATURA

Ast = 0.002 x b x tse usará

DISEÑO DE TRAMO EN VOLADIZO

W = 0.150 Ton/mS/C = 0.220 Ton/m

#REF! #REF!

0.50 a1 a2h3 0.15

S/C 2.000 Ton/m2

Mu#REF! a3

t2 #REF!#REF!

t1 e

#REF! t

#REF! #REF!a4 b1

Considerando recubrimientoConsiderar barras de Ødiametro barradc = r.e + db /2d = t - dc

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 1.30 x [ Md + 5 x Ml x (Im + 1) / 3 ]

A = 0.59 x b x d ^2 x fy^2 / f'cB = b x d ^2 x fyþ = (B - RAIZ (B^2 - 4 x A x Mu/Ø )) / 2AAs = þ x b x dAsmin = 0.0033 b x d

se usará

ACERO DE REPARTICION

Asr = 0.0033 b x (t2-3)

2

34 5

1

se usará

ACERO DE TEMPERATURA

Ast = 0.002 x b x (t2-3)se usará

SUB ESTRUCTURA

Rd = Reacción por carga muerta en el extremo de la vigaRl = Reacción por sobrecarga en el extremo de la vigaRIm = Reacción por Impacto en el extremo de la vigabw = Ancho de la viga principalRs = Rd + Rl + Rlm

ANCHO DE LAS PLANCHAS DE NEOPRENE

Usar resistencia de concreto en estribosFc = 0.40 x f'cA = Rs / FcL = A / bw

L

bwESPESOR

e > L / 5 ó bw / 5 el menor

ANCHO DE LA CAJUELA

A = X + L + Y

X >/= L/2X >/= 20 Cm.

Y >/= L/2X >/= 15 Cm.

X L

A

#VALUE! Ton/m/viga#VALUE! Ton/m/viga#VALUE! Ton/m/viga#VALUE! Ton/m/viga#VALUE! Ton/m/viga

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR CARGA MUERTA ( A DIFERENTES VALORES DE L)

m = Ln = L/2, L/3 ....L/10n = L - my = m x n / (m+n)y2 = y x L1 / nExpresión en el tercio centraly1 = L1 - y2Expresión después del tercio centraly1 = m - y2

y3 = n / Ly4 = 1.00 - y3y5 = y3 x L1 / nExpresión en el tercio centraly1 =Expresión después del tercio centraly6 = y5

Md = Wd x L x y / 2 + P x (y1 + y2) Ton-m/vigaExpresión en el tercio centralVd = 0.00 Ton/viga

y3 y4 y5 y60.500 0.500 0.299 0.2990.667 0.333 0.299 0.2990.750 0.250 0.299 0.7010.800 0.200 0.299 0.7010.833 0.167 0.299 0.7010.857 0.143 0.299 0.7010.875 0.125 0.299 0.7010.889 0.111 0.299 0.7010.900 0.100 0.299 0.7010.956 0.044 0.299 0.7011.000 0.000 0.299 0.701

#VALUE! Pr

Cc = Rmax / Pr = #VALUE!

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR SOBRECARGA HS20 ( A DIFERENTES VALORES DE L)

y8 = y x (n - 4.20) / nExpresión después del tercio central

y7 = y x (n - 8.40) / n 3.330Expresión en el tercio centraly7 = y8

y9 = y3 x (n - 4.20) / n

y10 = y3 x (n - 8.40) / nSi y10 sale negativo considerar cero

M = 16 x (y8+y) + 4 x y7 Ton-m/puenteMl = Cc x M / 2 Ton-m/viga

V = 16 x (y3-y4+y9) + 4 x y10 Ton/puenteVl = Cc x V / 2 Ton/viga

Ml V Vl#VALUE! 5.536 #VALUE!#VALUE! 14.220 #VALUE!#VALUE! 18.536 #VALUE!#VALUE! 21.136 #VALUE!#VALUE! 22.852 #VALUE!#VALUE! 24.100 #VALUE!#VALUE! 25.036 #VALUE!#VALUE! 25.764 #VALUE!#VALUE! 26.336 #VALUE!#VALUE! 29.248 #VALUE!#VALUE! 31.536 #VALUE!

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR SOBRECARGA EJE TAMDEM ( A DIFERENTES VALORES DE L)

y11 = y x (n - 1.20) / ny9 = y3 x (n - 1.20) / n

3.330M = 12 x (y+y11) Ton-m/puenteMl = Cc x M / 2 Ton-m/viga

V = 12 x (y3-y4+y12) Ton/puenteVl = Cc x V / 2 Ton/viga

Vl#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!

CALCULO DEL MOMENTO Y FUERZA CORTANTE POR SOBRECARGA EQUIVALENTE (A DIFERENTES VALORES DE L)

M = 1 x y x L / 2 + 9 x y Ton-m/puenteMl = Cc x M / 2 Ton-m/viga

Vl = Cc x V / 2 Ton/viga

0.250.25

RESUMEN DE VALORES DE MOMENTOS Y FUERZAS CORTANTES (A DIFERENTES VALORES DE L)

Vd Vl VIm Vu0.000 #VALUE! #VALUE! #VALUE!

#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!#VALUE! #VALUE! #VALUE! #VALUE!

b = < L/4 565.00 Cmb = < 16t + bw #VALUE! Cmb = < S + bw #VALUE! Cmhf = < bw/2 #VALUE! Cmb = < 4 bw #VALUE! Cm

PARA EL CALCULO DEL AREA DE ACEROSE USARA

b = #VALUE! Cm

Y = #VALUE! CmYt = #VALUE! CmIg = #VALUE! Cm4

Yt = h + hf - Y

Ms = #VALUE! Ton-mb = #VALUE! Cmd = #VALUE! CmH = #VALUE! Cm

Mu = #VALUE! Ton-mMu/Ø = #VALUE! Cmb = #VALUE! Cmbw = #VALUE! Cm

asumir un valor d = #VALUE! Cma = #VALUE! CmAs = #VALUE! Cm2a = #VALUE! Cmc = #VALUE! Cm

se deduce que el eje neutro cae en el alay a < hf, entonces, la sección se analizará como una viga de sección

Kmax = #REF!d = #VALUE! CmH = #VALUE! Cm

A = #VALUE!B = #VALUE!Asmin = #VALUE! Cm2Aslateral = #VALUE! Cm2

Usar : Ø 1/2" #VALUE! Und.ó 5/8" #VALUE! Und.

5/8" #VALUE! Und.se usará 3/4" 4.00 Und.

1"#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!#VALUE!

þmin = 0.0033þmax = 0.0160Asusado = 91.80 Cm2þusada = #VALUE!

þusada debe ser mayor que þmin y menor que þmax

Considerar estribos de Ø 3/8"diametro estribo de = 1.00 Cmdiametro barra principal db = 2.60 Cm

Recubrimiento r.e = 4.00 CmNúmero de filas z = 3.00 Und

Número de barras fila 1 z1 = 6.00 UndNúmero de barras ultima filaz2 = 6.00 Und

el1 = (bw - 2xde - z1xdb - 8) / (z1 - 1)

el1 = #VALUE! Cm

el2 = (bw - 2xde - z2xdb - 8) / (z2 - 1)

el2 = #VALUE! Cm

el1 y el2 deben ser mayores que el db

dc = 4 + de + db x (z-1) + 3.5 x (z-1) + db/2dc = 18.50 Cmd = #VALUE! Cm

El espaciamiento entre varillas está limitado a los valores "Z" dados por las normas, para elementos exteriores:

Z = fs x RAIZ CUBICA (dc x A)

fs = 1686 Kg/Cm2dc = 18.50 CmZ = 25895 Kg/CmS = 5.29 Cm

S debe ser mayor que el1 el1 = #VALUE! Cm

Ms = #VALUE! Ton-mb = #VALUE! Cmd = #VALUE! Cm

Fc = #REF! Kg/Cm2fc actuante = #VALUE! Kg/Cm2

fc actuante debe ser menor que FcMd = #VALUE! Ton-mAs = 91.80 Cm2fs max = #VALUE! Kg/Cm2fs min = #VALUE! Kg/Cm2fyp = #VALUE! Kg/Cm2

fs max debe ser menor o igual que fyp(fs max - fs min) = #VALUE! Kg/Cm2

El valor anterior debe ser menor o igual

(1470 - 0.33 x fs min + 551 x 0.30) = #VALUE! Kg/Cm2

Ig = #VALUE! Cm4m = W/g W = #VALUE! Kg/Cm

L = 2,260.00 Cmg = 981.00 Cm/seg2Ec = 217,370.65

f debe ser mayor o igual que 3 Hertz f = #VALUE! Hertz

n = #REF!As = 91.80 Cm2

DISTANCIA MOMENTO#VALUE! #VALUE!

Kd #VALUE! Kd^2#VALUE! #VALUE!

#VALUE! + #VALUE! Kd^2

= #VALUE! + #VALUE! Kd^2#VALUE! = 0.00C

D = RAIZ (B^2-4AC) D = #VALUE!Kd = (- B +/- D) / 2A Kd = #VALUE! Cm.

Icr = #VALUE! Cm4Ig = #VALUE! Cm4Yt = #VALUE! CmMcr = #VALUE! Kg-cmMd = #VALUE! Kg-cmMl+ MIm #VALUE! Kg-cmMs = #VALUE! Kg-cmIed = #VALUE! Cm4

Cm Iel+Im = #VALUE! Cm4Cm Ec = 217,370.65

L = 2,260.00 Cm.entonces Ie = Icr Mcr/Ms = #VALUE!Ingrese valores Ied = #VALUE! Cm4

Iel+Im = #VALUE! Cm4¶yd = #VALUE! Cm¶yl+Im = #VALUE! Cm

bw = #VALUE! Cm.d = #VALUE! Cm.Vumax = #VALUE! TonVuc = #VALUE! TonVw = #VALUE! Ton

Vs tiene valor negativo considerar un valor cero, se necesitará

Ø = 3/8"Ab = 0.71 Cm2

S = #VALUE! CmSmax = d/2 ó 60 cm. Smáx = #VALUE! CmSmax = d/4 ó 30 cm. Smáx = #VALUE! Cm

#VALUE! Cm41.60 Cm30.00 Cm

Definir Smáx = 30.00 Cm

DISEÑO DE VIGAS DIAFRAGMAS

#VALUE! #VALUE!

Rr Rr#VALUE! 1.80 0.60

#REF! #REF! #REF!

Rn Rn

Rr = 11.730 Ton.Rn = 11.730 Ton.P = 0.000 Ton./mMd pos = #REF! Ton.-mMd neg = #REF! Ton.-mMl pos = #REF! Ton.-mMl neg = #REF! Ton.-mVd = #REF! Ton.Vl = 11.730 Ton.Im = 0.25Mu pos = #REF! Ton.-mMu neg = #REF! Ton.-mVu = #REF! Tonb = 0.00 Cm.d = 94.05 Cm.Mu/Ø pos = #REF! Kg-CmMu/Ø neg = #REF! Kg-CmA = #VALUE!B = #VALUE!þ pos = #VALUE!þ neg = #VALUE!As pos = #VALUE! Cm2As neg = #VALUE! Cm2Asmin = 0.00 Cm2As pos = 0.00 Cm2As neg = 0.00 Cm2

As pos 3/4" 4.00 Und.As neg 3/4" 4.00 Und.

Considerar estribos de Ø 3/8"diametro estribo de = 1.00 Cmdiametro barra principal db = 1.90 Cm

Recubrimiento r.e = 4.00 Cm

Número de barras en la fila z1 = 4.00 Undel1 debe ser mayor que db el1 = -5.87 Cm

dc = 4 + de + db /2 dc = 5.95 Cmd = 94.05 Cm

b = 0.00 Cm.d = 94.05 Cm.Vumax = 0.000 Ton

Vw = 0.000 TonVu/Ø = #REF! TonVs = #REF! TonAb = 0.71 Cm2S = #VALUE! CmS = #VALUE! Cm

Smax = d/2 ó 60 cm. Smáx = 47.03 CmSmax = d/4 ó 30 cm. Smáx = 23.51 Cm

0.00 Cm30.40 Cm30.00 Cm

Definir Smáx = 25.00 Cm

ANALISIS Y DISEÑO DE LOSA

#VALUE! Ton/m#VALUE! Ton/m#VALUE! Ton/m

Md+/- = #VALUE! Ton-m

Ton Ml+ = #VALUE! Ton-mPara S/C Hs20-44 Ml- = #VALUE! Ton-m

Im = #VALUE!Definir Im = 0.30

r.e. = 3.00 CmØ 1/2"db = 1.30 Cmdc = 3.65 Cmd = #VALUE! Cm

b = 100.00 CmMs+ = #VALUE! Kg-cmMs- = #VALUE! Kg-cm

Definir el valor mayor Ms = #VALUE! Kg-cmd = #VALUE! Cmt = #VALUE! Cm

Mu+ = #VALUE! Kg-cmMu- = #VALUE! Kg-cmMu/Ø pos = #VALUE! Kg-CmMu/Ø neg = #VALUE! Kg-CmA = #VALUE!B = #VALUE!þ pos = #VALUE!þ neg = #VALUE!As pos = #VALUE! Cm2As neg = #VALUE! Cm2Asmin = #VALUE! Cm2As pos = #VALUE! Cm2As neg = #VALUE! Cm2

1/2" S pos = #VALUE! Cm1/2" S neg = #VALUE! CmUsar Ø 1/2" @ 10.00 CmUsar Ø 1/2" @ 10.00 Cm

ß = #VALUE! %ß = 67.00 %Asr = #VALUE! Cm2

1/2" S = #VALUE! CmUsar Ø 1/2" @ 15.00 Cm

Ast = #VALUE! Cm21/2" S = #VALUE! CmUsar Ø 1/2" @ 30.00 Cm

DISEÑO DE TRAMO EN VOLADIZO

ELEMENTO CARGA DISTANCIA MOMENTO1 #VALUE! #VALUE! #VALUE!2 #VALUE! #VALUE! #VALUE!3 #VALUE! #VALUE! #VALUE!4 #VALUE! #VALUE! #VALUE!5 #VALUE! #VALUE! #VALUE!

Baranda 0.150 #VALUE! #VALUE!Md = #VALUE!

Ton-mMl = #VALUE! Ton-mIm = 0.30

#REF!

r.e. = 3.00 CmØ 1/2"db = 1.30 Cmdc = 3.65 Cmd = #VALUE! Cmb = 100.00 Cm

Mu = #VALUE! Kg-cmMu/Ø = #VALUE! Kg-CmA = #VALUE!B = #VALUE!þ = #VALUE!As = #VALUE! Cm2Asmin = #VALUE! Cm2As = #VALUE! Cm2


Asr = #VALUE! Cm2


Ast = #VALUE! Cm23/8" S = #VALUE! CmUsar Ø 3/8" @ 30.00 Cm

SUB ESTRUCTURA

Rd = #VALUE! TonRl = #VALUE! TonRIm = #VALUE! Tonbw = #REF! mRs = #VALUE! Ton

f'c = 175 Kg/cm2Fc = 70 Kg/cm2A = #VALUE! Cm2L = #REF! Cm

Usar L = 20.00 Cm

bw/5 = #REF! CmL/5 = 4.00 Cm

Usar e = 3.50 Cm

L = 20.00 CmUsar X = 20.00 Cm

Y = 20.00 CmA = 60.00 Cm

calculo puente colgante víctor raú 1.30l

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