diseño de puente 20 mts
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PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
DISEÑO DE PUENTE VIGA LOSA METODO LRFD
1.- PREDIMENSIONAMIENTO1.01.- LUZ DEL PUENTE ( L ) : 25.00 mts. 1.11.- ALTURA VIGA PRINCIPAL MENOS LOSA h : 1.50 mts.
1.02.- NUMERO DE VIAS ( NV ) : 1.00 1.12.- ANCHO DE LA VIGA PRINCIPAL
1.03.- ANCHO DE LA CALZADA ( Ac ) : 3.00 mts. : 0.548
1.04.- ANCHO DE LA VEREDA ( Av ) : 0.55 mts. SE ASUME b : 0.55 mts.
1.05.- ESPESOR DE LA VEREDA ( Ev ) : 0.15 mts. 1.13.- NUMERO VIGAS DIAFRAGMA : 5.00
1.06.- LONGITUD VOLADO DE LA VEREDA ( Lv ) : 0.40 mts. 1.14.- ANCHO VIGAS DIAFRAGMA : 0.35 mts.
1.07.- NUMERO DE VIGAS ( V ) : 2.00 1.15.- PESO DEL CONCRETO PC : 2.40 T/m3
1.08.- SEPARACION DE VIGAS PRINCIPALES ( S ) : 1.200 mts. 1.16.- RESIST. DEL CONCRETO f'c : 280.00 Kg/cm2
1.09.- ESPESOR DE LA LOSA ( T ) : 0.20 mts. 1.17.- FLUENCIA DEL ACERO fy : 4,200.00 Kg/cm2
1.10.- ALTURA DE LA VIGA PRINCIPAL 1.18.- MODULO DE ELASTICIDAD Es : 2,100,000 Kg/cm2
ASUMIR EL MAYOR DE : L / 15 : 1.67 mts. 1.19.- PESO DEL EJE (CAMION HL-93) P : 3,695.00 Kg
0.07 x L : 1.75 mts.
SE ASUME H : 1.70 mts.
1.75 CONTRAFLECHA:
4.10 Cf= L / 800
L= 25.00 ml
0.55 3.00 0.55
3.00 Cf= 0.031 ml
Cf= 3.125 cm
0.15 VEREDA VEREDA
0.20 LOSA
1.20
1.50
0.40 0.15 0.350 0.55 1.200 0.55 0.350 0.15 0.40 4.100
0.40 0.15 0.63 1.750 0.63 0.15 0.40 4.100
2.- ANALISIS DE LA CARGA PERMANENTE
2.1.- CARGA PERMANENTE DC
PESO PROPIO
PESO PROPIO LOSA PP LOSA : 0.79 T/m
PESO PROPIO VIGA PP VIGA : 1.98 T/m
BARANDA PP BARANDA : 0.15 T/m
ACERA PP ACERA : 0.20 T/m
TOTAL PESO PROPIO POR METRO DE PUENTE Y DE VIGA : 3.12 T/m
PESO PROPIO DE DIAFRAGMAS PP DIAFRAGMA : 0.60 Tn
0.60 Tn 0.60 Tn 0.60 Tn 0.60 Tn 0.60 Tn
3.12 T/m
### 3.125
6.250
6.25 6.25 6.25 6.25
MOMENTO POR CARGA PERMANENTE : 251.31 T-m
b = 0.02 L (S)^1/2
VIG
AP
RIN
CIP
AL
VIGADIAFRAGMA
VIG
AP
RIN
CIP
AL
WDC
WD=
MDC
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CALCULO: G:D.C.R
CARPETA ASFALTICA
ASFALTO PP ASFALTO : 0.00 T/m
TOTAL P.P. CARPETA ASFALTICA POR METRO PUENTE Y VIG : 0.00 T/m
MOMENTO POR CARPETA ASFALTICA : 0.00 T-m
2.2.- FACTOR DE DISTRIBUCION DE MOMENTOS EN VIGA EXTERIOR
0.61 1.83 0.56
Pr Pr
VEREDA VEREDA
LOSA
O
R
0.40 0.15 0.63 1.750 0.63 0.15 0.40
WDW
MDW
VIG
AP
RIN
CIP
AL
VIGADIAFRAGMA
VIG
AP
RIN
CIP
AL
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CALCULO: G:D.C.R
CALCULANDO MOMENTOS RESPECTO A O
1.75 R = -0.065 Pr 1.765 Pr R = 0.97 Pr
FACTOR DE DISTRIBUCION DE MOMENTOS VIGA EXTERIOR g = 0.97
2.3.- MOMENTO POR SOBRECARGA: HL-93 (LRFD)
8.2 + X 4.3 - X X 4.30 8.2 - X
P 4P 4P
4.30 4.30
C
A B
6.25
12.50 12.50
LUEGO :
A = 0.5 (8.2 + X ) A= (4.1 + 0.5X )P A= ( 4.10 + 0.50 X ) P
B = 0.5 (12.5 - X ) B= (6.25 - 0.5X )4P B= ( 6.25 - 0.50 X ) 4P
C = 0.5 (8.2 - X ) C= (4.1 - 0.5X )4P C= ( 4.10 - 0.50 X ) 4P
MOMENTO POR SOBRECARGA
(4.1 + 0.5X )P + (6.25 - 0.5X )4P + (4.1 - 0.5X )4P
SI X = 0.00 84.06 T-m POR EJE DE RUEDA
P = 1.85
2.3.- SOBRE CARGA EQUIVALENTE
8.17 Tn
0.95 T/m
6.25
12.50 12.50
MOMENTO EQUIVALENTE Meq = 125.41 T-m OCASIONADO POR LA SOBRECARGA EQUIVALENTE
CONSIDERANDO EL NUMERO DE VIGAS Meq = NV * Meq / V
LUEGO TENEMOS Meq = 62.70 T-m
COMPARANDO LOS MOMENTOS RESULTANTES, ESCOGEMOS EL MAYOR:
81.66 T-m
MS/C =
MS/C =
WD=
MLL = MSC x g MLL =
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CALCULO: G:D.C.R
MOMENTO POR IMPACTO
IMPACTO 33% I = 0.33
LUEGO EL MOMENTO POR IMPACTO SERA I * ML * g 26.18 T-m
LUEGO TENEMOS QUE :
= 251.31 T-m
= 0.00 T-m
= 107.84 T-m
359.15
SI Donde 1.05
1.05 n = 1.05
0.95
SI = 1.20 LUEGO :
= 1.50
= 1.75 Mu = 513.51 T-m 1,027.03
NOTA: El momento ultimo calculado es por viga, por lo tanto el momento final por toda la estructura se muestra en el cuadro siguiente:
MI = MI =
MDC
MDW
MLL+I
n = nD x nR x nL Factor de Ductilidad (nD) =
Factor de Redundancia (nR) =
Factor de Imp.operacional (nI) =
£DC Mu = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]
£DW
£LL
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
DISEÑO
VIGA T
4.10
0.55 3.00 0.55
B= 1.75 mts
0.15 VEREDA VEREDA
0.20 LOSA
1.35
1.50
0.40 0.15 0.350 0.55 1.200 0.55 0.350 0.15 0.40 4.100
0.40 0.15 0.63 1.750 0.63 0.15 0.40 4.100
DETERMINANDO LOS VALORES
B= L / 4 B = 6.25 mt
B= b + 16 T B = 3.75 mt
B= b + S' B = 1.75 mt
EL ANCHO B ASUMIDO SERA EL MENOR VALOR DE LO OBTENIDO ANTERIORMENTE:
ASUMENDO : B = 1.75 mt
SUPONIENDO QUE EL EJE NEUTRO SE ENCUENTRA DENTRO DEL ALA ( C < 0.20 )
POR LO TANTO SE CALCULARA COMO UNA VIGA RECTANGULAR DE ANCHO B = 1.75 mts.
DISEÑO EN CONCRETO
DETERMINANDO EL PERALTE POR SERVICIO SI M = MD + ML + MI M = 359.15 T-m
fc = 0.40 f'c fc = 112.00 Kg/cm2
fs = 0.40 fy fs = 1,680.00 Kg/cm2
r = fs / fc r = 15.00
Ec= Ec= 250,998.01
n = Es / Ec n = 8.00
k = n / (n+r) k = 0.35
j = 1 - k/3 j = 0.88
SI : d = 109.17 cm < 170.00 cm BIEN ASUMIMOS d = 1.60 m
DISEÑO DE ACERO POR ROTURA Mu = 513.51 T-m
Mu = 0.9 As fy (d - (As fy / (1.70 f'c B))) Mu = 51,351,445.61
0.9 As fy = 3,780.00 As
d = 160.00
As fy=
0.0504 As
1.70 f'c B
51,351,445.61 = 604,800.00 As - 190.59
- 3,173.33 As + 269,436.60 = 0.00 LUEGO As 1 = 3,086.02 cm2
As 2 = 87.31 cm2
SE ASUME EL MENOR As = 87.31 cm2 ###
ACERO SUPERIOR POR PROCESO CONSTRUCTIVO
As' = 0.002 * b * d As' = 17.60 cm2 3.47
VIG
AT
EE
VIGADIAFRAGMA
VIG
AP
RIN
CIP
AL
15000*(f'c)1/2
d = (2M / fc k j B)1/2
Mu = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]
As2
As2
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
VERIFICACION DE CUANTIA
0.85 f'c B1 * 0.003 Es
CUANTIA BALANCEADA Pb = --------------------------- Pb = 0.028900
fy * 0.003 Es + fy
Pmax = 0.75 Pb Pmax = 0.021675
CUANTIA EN LA VIGA Pv = As / (B x d) Pv = 0.0031 LUEGO Pmax > Pv BIEN
VERIFICACION DE DEFLEXIONES
Pmax = 0.18 * f'c / fy Pmax = 0.01200 LUEGO 0.0120 > 0.0031 BIEN
VERIFICACION DEL EJE NEUTRO
a = (As * fy) / (0.85 f'c B) a = 8.80 cm < 20.00 cm BIEN EL EJE NEUTRO SE HALLA DENTRO DEL ALA DE LA VIGA
VERIFICACION POR FATIGA EN SERVICIO
MOMENTO POR SERVICIO MAXIMO Msm = MD + ML + MI Msm = 359.15 T-m
fs max = Msm / (As * j * d) fs max = 2,908.14 Kg/cm2
MOMENTO POR SERVICIO MINIMO Msmi = MD Msmin = 251.31 T-m
fs min = Msmin / (As * j * d) fs min = 2,034.94 Kg/cm2
RANGO DE ESFUERZOS ACTUANTES
ÿ ff = 2,908.14 - 2,034.94 = 873.19 Kg/cm2
RANGO DE ESFUERZOS ADMISIBLES
ff = 1,635.36 - 0.36 * fs min ff = 902.78 Kg/cm2 > 873.19 Kg/cm2 BIEN
ESFUERZO DE CORTE
POR PESO PROPIO
0.60 Tn 0.60 Tn 0.60 Tn 0.60 Tn 0.60 Tn
3.12 T/m
0.25
0.50
0.75
1.00
6.25 6.25 6.25 6.25
= WL/2 + P*(1+0.75+.50+0.25) : 39.91 T
POR CARPETA ASFALTICA
= WL/2 : 0.00 T
POR SOBRECARGA : HL-93 (LRFD)
4P 4P P
0.656
0.828
1.00
4.30 4.30 16.40 25.00
VL = q * (4*1 + 4*0.828 + 0.656)*P/2 VL : 14.30 Tn
POR IMPACTO
VI = CI * VL VI = 4.72 Tn
LUEGO TENEMOS QUE :
= 39.91 T
= 0.00 T
WD=
VDC VDC
VDW VDC
VDC
VDW
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
= 19.02 T
58.93
VLL+I
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
SI = 1.20 LUEGO :
= 1.50
= 1.75 Vu = 85.02 T-m
DISEÑO POR ROTURA Vu = Vu = 93.17 Tn
ESFUERZO CORTANTE NOMINAL Vun = Vu / iBd Vun = 3.9147 Kg/cm2
ESFUERZO CORTANTE RESISTENTE DEL CONCRETO Vuc = f(0.5(f'c1/2)+175p Vu d/Mu))
Vuc = 7.11 Kg/cm2 > 3.91 Kg/cm2 BIEN
NOTA: El comportamiento estructural continuo de la estructura sera:
ACERO DE REFUERZO POR CORTANTE:
SE COLOCARA ACERO MINIMO CON ESTRIBOS DE 3/8", SIENDO EL ESPACIAMIENTO:
Se = Av * fy / (Vu - Vc)*b Se = 33.92 cm
POR LO TANTO ESTRIBOS : 1 Ø 3/8 @ 0.25 mts.
ACERO LATERAL AsL = 0.10 As AsL = 9.18 cm2
ESPACIAMIENTO ENTRE BARRAS NO MAYOR DE = 30.00 cm ASUMIMOS = 30.00 cm
NO MAYOR DE DE ANCHO DEL NERVIO = 55.00 cm
NUMERO DE FIERROS POR CADA LADO = 4.00 LUEGO AsL = 1.15 cm2
DISTRIBUCION DE ACERO TANTEO DE ÁREA DE ACERO:
CODIGO FIERRO CANT. AREA Ø AREA
ACERO EN VIGAS As1 = 87.31 cm2 6 1 18 5.10 91.80
ACERO SUPERIOR EN VIGAS As2 = 17.60 cm2 6 1 4 5.10 20.40
ACERO LATERAL EN VIGAS As3 = 9.18 cm2 4 5/8 4 2.00 8.00
TOTAL 120.20 cm2
£DC Vu = n[£DCVDC+£DWVDW+£LLVLL+I]£DW
£LL
Vu = n[£DCVDC+£DWVDW+£LLVLL+I]
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
CODIGO Ø Ø AREA PESO CUANTIA CON EL ACERO CALCULADO
(PULG.) (Cm) (Cm2) (Kg/ml)
1 1/4 0.635 0.320 0.248 r = As / (B * d) r= 0.0033 BIEN
2 3/8 0.953 0.710 0.560
3 1/2 1.270 1.290 0.994
4 5/8 1.587 2.000 1.552
5 3/4 1.905 2.840 2.235
6 1 2.540 5.100 3.973
7 1 3/8 3.493 10.060 7.907
DISEÑO DE LA LOSA
MOMENTO POR PESO PROPIO
TRAMO INTERIOR PESO PROPIO = 0.480 T/m
= 0.480 T/m
COEF. PARA MOMENTOS POSIT. Y NEGAT. POR PESO PROPIO = 1/10
LUEGO = 0.058 T-m
ASFALTO = 0.000 T/m
= 0.000 T/m
COEF. PARA MOMENTOS POSIT. Y NEGAT. POR PESO PROPIO = 1/10
LUEGO = 0.000 T-m
MOMENTO POR SOBRECARGA
PARA LOSAS ARMADAS PERPENDICULARMENTE AL SENTIDO DEL TRAFICO
= (S + 0.61)* P / 9.74 = 1.37 T-m
POR CONTINUIDAD ENTRE VIGA Y LOSA TENEMOS
MOMENTO POSITIVO M+ = 0.8 * ML T-m M+ = 1.10 T-m
MOMENTO NEGATIVO M- = 0.9 * ML T-m M- = 1.24 T-m
MOMENTO POR IMPACTO
FACTOR DE IMPACTO I = 33 % I = 0.330
SE ASUME I = 0.330
MOMENTO POSITIVO M+ = I * M+ T-m M+ = 0.36 T-m
MOMENTO NEGATIVO M- = I * M- T-m M- = 0.41 T-m
WDC
MDC = W * L' / 10 MDC
WDW
MDW = W * L' / 10 MDW
MLL MLL
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
DETERMINANDO EL PERALTE
MOMENTO POSITIVO M+ = M+ = 1.52 T-m
MOMENTO NEGATIVO M- = M- = 1.70 T-m
PERALTE MINIMO d = d = 9.39 cm
RECUBRIMIENTO LOSAS rL = 5.00 cm d = 13.41 cm
Ø = 5/8 cm
ASUMIMOS d = 18.00 cm
LUEGO TENEMOS QUE :
PARA ACERO POSITIVO = 0.06 T-m
= 0.00 T-m
= 1.46 T-m
1.52
SI = 1.20 LUEGO :
= 1.50
= 1.75 Mu = 2.75 T-m
LUEGO TENEMOS QUE :
PARA ACERO NEGATIVO = 0.06 T-m
= 0.00 T-m
= 1.64 T-m
1.70
SI = 1.20 LUEGO :
= 1.50
= 1.75 Mu = 3.09 T-m
DISEÑO POR ROTURA
ACERO POSITIVO Mu = 2.75 T-m
Mu = 0.9 As fy (d - (As fy / (1.70 f'c B)) Mu = 275,061.26
0.9 As fy = 3,780.00 As
d = 18.00
As fy=
0.09 As
1.70 f'c B
275,061.26 = 68,040.00 As - 333.53
- 204.00 As + 824.70 = 0.00 LUEGO As 1 = 199.87 cm2
As 2 = 4.13 cm2
SE ASUME EL MENOR As = 4.13 cm2
CODIGO Ø Ø AREA PESO
(PULG.) (Cm) (Cm2) (Kg/ml)
1 1/4 0.635 0.320 0.248
2 3/8 0.953 0.710 0.560
3 1/2 1.270 1.290 0.994
4 5/8 1.587 2.000 1.552
5 3/4 1.905 2.840 2.235
6 1 2.540 5.100 3.973
7 1 3/8 3.493 10.060 7.907
VERIFICANDO CANTIDAD MINIMA POR CUANTIA
As = (14 / fy)*bd As = 6.00 cm2 > 4.13 cm2 MAL
SE ASUME CUANTIA MINIMA As = 6.00 cm2
SI Ø = 5/8 S1 = 33.33 cm
AØ = 2.00
LUEGO EL ACERO POSITIVO : Ø 5/8 @ 0.20 mts
(2M / fc k j B)1/2
MDC
MDW
MLL+I
£DC Mu = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]£DW
£LL
MDC
MDW
MLL+I
£DC Mu = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]£DW
£LL
Mu + = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]
As2
As2
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
ACERO NEGATIVO Mu = 3.09 T-m
Mu = 0.9 As fy (d - (As fy / (1.70 f'c B)) Mu = 308,538.99
0.9 As fy = 3,780.00 As
d = 18.00
As fy=
0.09 As
1.70 f'c B
308,538.99 = 68,040.00 As - 333.53
- 204.00 As + 925.07 = 0.00 LUEGO As 1 = 199.36 cm2
As 2 = 4.64 cm2
SE ASUME EL MENOR As = 4.64 cm2
VERIFICANDO CANTIDAD MINIMA POR CUANTIA
As = (14 / fy)*bd As = 6.00 cm2 > 4.64 cm2 MAL
SE ASUME CUANTIA MINIMA As = 6.00 cm2
SI Ø = 1/2 S1 = 21.50 cm
AØ = 1.29
LUEGO EL ACERO NEGATIVO : Ø 1/2 @ 0.200 mts
TRAMO EN VOLADIZO
MOMENTO POR PESO PROPIO CARGA DISTANCIA MOMENTO
VOLADO VEREDA 0.14 0.70 0.10
VEREDA 0.05 0.43 0.02
VOLADO LOSA 0.24 0.25 0.06
BARANDA 0.15 0.85 0.13
MD = 0.31 T-m
MOMENTO POR ASFALTO CARGA DISTANCIA MOMENTO
ASFALTO 0.00 0.00 0.00
MD = 0.00 T-m
MOMENTO POR SOBRECARGA X = 0.045 mts
E = 0.8 X + 1.143 E = 1.18
ML = P * X / E ML = 0.28 T-m
MOMENTO POR IMPACTO MI = 0.33 ML MI = 0.08 T-m
LUEGO TENEMOS QUE :
= 0.31 T-m
= 0.00 T-m
= 0.37 T-m
0.68
SI = 1.20 LUEGO :
= 1.50
= 1.75 Mu = 1.06 T-m
Mu - = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]
As2
As2
MDC
MDW
MLL+I
£DC Mu = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]£DW
£LL
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
DISEÑO POR ROTURA
Mu = 1.06 T-m
Mu = 0.9 As fy (d - (As fy / (1.70 f'c B)) Mu = 106,328.35
0.9 As fy = 3,780.00 As
d = 18.00
As fy=
0.09 As
1.70 f'c B
106,328.35 = 68,040.00 As - 333.53
- 204.00 As + 318.80 = 0.00 LUEGO As 1 = 202.43 cm2
As 2 = 1.57 cm2
SE ASUME EL MENOR As = 1.57 cm2
VERIFICANDO CANTIDAD MINIMA POR CUANTIA
As = (14 / fy)*bd As = 6.00 cm2 > 1.57 cm2 MAL
SE ASUME CUANTIA MINIMA As = 6.00 cm2
SI Ø = 1/2 S1 = 21.50 cm
AØ = 1.29
LUEGO EL ACERO POSITIVO : Ø 1/2 @ 0.20 mts
DISEÑO DE LA VIGA DIAFRAGMA
MOMENTO TORSIONANTE MT = 0.07*M*L
MOMENTO NEGATIVO MAXIMO M- = 1.70 Tn-m SEPARACION ENTRE VIGAS DIAFRAGMA = 6.25 mts
LUEGO : MT = 0.74 Tn-m
PERALTE EFECTIVO d = h-(r+O/2) d = 1.34 mts
PERALTE REQUERIDO dr = RAIZ(MT/K*b) SI K= 0.5*k*j*f'c K = 43.05
dr= 0.07 mts BIEN
CHEQUEO POR CORTANTE
PESO PROPIO
PESO DE LOSA 0.79 T/m
PESO DE VIGA 1.98 T/m
Wpp 3.12 T/m
REACCION EN EL APOYO Ra= 39.00 Tn
CALCULO DEL ESFUERZO CORTANTE PERMISIBLE
Vc= 0.03*f'c*j*b*d > Ra Vc= 34.83 Tn Ra > Vc REQUIERE ESTRIBOS
POR CRITERIO CONSTRUCTIVO SE COLOCARÁ EL ESTRIBAJE MÍNIMO USANDO BARRAS DE Ø 3/8":
Smáx = Av mín*f'y/(3.5*bw) = 0.49 m
Smáx = 0.60 m
Smáx = d/2 0.67 m
EL ESPACIAMIENTO SERÁ = 0.49 m
Mu = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]
As2
As2
PROYECTO: AGOSTO 2014
CALCULO: G:D.C.R
CALCULO DEL ACERO PRINCIPAL
As = MT / (fs*G) SI G = Dviga-T(losa)-(r+O/2) G= 1.14 mts
As= 0.39 cm2
ACERO MINIMO As mìn = 0.003*b*d As mín = 14.07 cm2
DISTRIBUCION DE ACERO TANTEO DE ÁREA DE ACERO:
CODIGO FIERRO CANT. AREA Ø AREA
ACERO EN VIGAS DIAFRAGMA As1 = 14.07 cm2 5 3/4 6 2.84 17.04
ACERO SUPERIOR EN VIGAS As2 = 9.38 cm2 5 3/4 4 2.84 11.36
ACERO LATERAL EN VIGAS As3 = 1.41 cm2 2 3/8 3 0.71 2.13
CODIGO Ø Ø AREA PESO
(PULG.) (Cm) (Cm2) (Kg/ml)
1 1/4 0.635 0.320 0.248
2 3/8 0.953 0.710 0.560
3 1/2 1.270 1.290 0.994
4 5/8 1.587 2.000 1.552
5 3/4 1.905 2.840 2.235
6 1 2.540 5.100 3.973
7 1 3/8 3.493 10.060 7.907
DISEÑO DE ESTRIBOS DE CONCRETO ARMADO1.- PREDIMENSIONAMIENTO1.1.- TIPO DE SOBRECARGA ( S/C ) : 970.00 Kg/m1.8.- PESO DEL RELLENO Pr : 1.70 T/m31.2.- REACCION DEL PUENTE POR ESTRIBO ( RP ) : 67.40 Ton 1.9.- PESO DEL CONCRET PC : 2.40 T/m31.3.- ANCHO DEL ESTRIBO ( Aes ) : 9.50 mts. 1.10.- RESIST. DEL CONCREf'c : 210.00 Kg/cm21.4.- REACCION DEL PUENTE POR METRO LI ( Rd ) : 7.10 T/m 1.11.- FLUENCIA DEL ACER fy : 4,200.00 Kg/cm21.5.- CAPACIDAD PORTANTE DEL SUELO ( qa ) : 4.65 Kg/c 1.12.- MODULO DE ELASTICIEs : 2,100,000 Kg/cm21.6.- ANGULO DE FRICCION INTERNA DEL S ( Ø ) : 28.00 1.13.- PESO DE LA RUEDA P : 3,600.00 Kg1.7.- COEFICIENTE DE FRICCION SOBRE ALB ( f ) : 0.70 1.14.-
1.20 7.10 1.20
1.00 PANTALLA
1.00
0.950 0.50 1.85 0.50 1.85 0.50 0.950
1.20 1.20
1.20 2.35 2.35 1.20
PP
qu= 970.00 Kg/m
Fr
6
6.70
1 7
3
2
1.00 5
8 9
0.60 4
O
1.50 1.00 0.30 2.70 1.00 6.508.30
1.- FUERZAS VERTICALES ESTABILIZADORAS
CLAVE METRADO DE FUERZAS Fv BRAZO MOMENTO
1 PANTALLA 65.60 2.00 131.212 CONTRAFUERTE 37.42 4.60 172.143 CONTRAFUERTE 8.32 2.65 22.044 ZAPATA 63.39 3.25 206.015 RELLENO 18.10 0.75 13.586 RELLENO 111.53 4.60 513.027 RELLENO 92.94 6.00 557.638 RELLENO 21.99 2.65 58.289 RELLENO 98.96 4.60 455.22
10 SOBRECARGA 3.59 4.35 15.6111 REACCION DEL PUENTE 134.81 2.00 269.62
TOTAL 656.65 2,414.36
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
2.- DISTANCIA DE LA RESULTANTE
Xv = Mo / Fv Xv = 3.68 mt
3.- ALTURA EQUIVALENTE A LA SOBRECARGA
h' = 0.57 mt
4.- EMPUJE DEL TERRENO
Ea = 0.50 (W * h) * (h + 2h') * C
C = Tan2 (45 - D/2) C = 0.361
Ea = 24.05 Ton
5.- PUNTO DE APLICACIÓN
d = (h / 3) * (h + 3h') / (h + 2h') d = 2.93 mt
6.- DISTANCIA DE LA RESULTANTE VERTICAL AL BORDE (Z)
Z = (Ea * a) * d / Fv Z = 0.76 mt
7.- EXCENTRICIDAD
e = (b/2) - (Xv - Z) e = 0.19 mt
8.- VERIFICACION AL DESLIZAMIENTO
FSD = (f * Mv) / Fn > 2 Fn = 0.50 * C * Ws * h2 * a Fn = 150.10 Ton
FSD = 11.26 > 2.00 BIEN
9.- VERIFICACION AL VOLTEO
FSV = Mv / Mn > 2.00 Mn = Fn * d Mn = 440.37 T-m
FSV = 5.48 > 2.00 BIEN
10.- VERIFICACION DE PRESIONES SOBRE EL SUELO
SI : Fv = 656,649.70 Kga = 710.00 cmb = 620.00 cme = 18.61 cm
pmax = (2 * Fv) / (a * b) pmax = 2.983 Kg/cm2 < 4.65 Kg/cm2
qmax = (Fv) / (a * b) * (1 + (6e/b)) qmax = 1.264 Kg/cm2 < 4.65 Kg/cm2
qmin = (Fv) / (a * b) * (1 - (6e/b)) qmax = 1.819 Kg/cm2 < 4.65 Kg/cm2
11.- DISEÑO DE LA PANTALLAM+
1.00 PANTALLA
M- M-
0.50 2.65 0.50
3.15
SI : Mu + = 1.3 * (PL'2 / 16) y P = W h C L' = 3.15 mt
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
Mu - = 1.3 * (PL'2 / 12) w = 1.70 T/m3 C = 0.361 d = 0.95 mt
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOSPARA MOMENTO POSITIVOS PARA MOMENTO NEGATIVOS
CLAVE h P d Mu + 0.9 As fy As fy As1 + As2 + Mu - 0.9 As fy As fy As1 - As2 -
mts Ton mts T-m 1.70 f'c B cm2 cm2 1.70 f'c B cm2 cm2
A 7.70 4.73 0.95 36.52 3,780.00 0.12 797.20 10.30 39.70 3,780.00 0.12 796.29 11.21
B 6.20 3.81 0.95 26.29 3,780.00 0.12 800.11 7.39 29.22 3,780.00 0.12 799.28 8.22
C 4.70 2.88 0.95 18.10 3,780.00 0.12 802.43 5.07 20.78 3,780.00 0.12 801.67 5.83
D 3.20 1.96 0.95 11.97 3,780.00 0.12 804.15 3.35 14.40 3,780.00 0.12 803.47 4.03
PARA MOMENTOS POSITIVOS PARA MOMENTOS NEGATIVOSAs = 10.30 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.194 mts 7.70 As = 11.21 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.178 mtsAs = 7.39 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.271 mts 6.20 As = 8.22 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.243 mtsAs = 5.07 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.394 mts 4.70 As = 5.83 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.343 mtsAs = 3.35 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.598 mts 3.20 As = 4.03 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.496 mts
VERIFICACION DE FALLA POR TENSION O COMPRESION
pbal = 0.85 * 0.85 * (f'c/fy) * (6.000/(6000 + fy)) pbal = 0.0212
a = (pbal * d * fy) / (0.85 * f'c) a = 47.50 cm
Mcmax = 0.9 * pbal * b * d * fy * (d - a/2) Mcmax = 543.70 T-m > Mu
REFUERZO VERTICAL
SI : Mu - = 1.3 * (0.03 * W h2 * L') y P = W h C L' = 3.15 mt
Mu + = Mu - / 4 W = 1.70 T/m3 C = 0.361 d = 0.95 mt
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOSPARA MOMENTO NEGATIVOS PARA MOMENTO POSITIVOS
CLAVE h W d Mu - 0.9 As fy As fy As1 - As2 - Mu + 0.9 As fy As fy As1 + As2 +
mts Ton mts T/m 1.70 f'c B cm2 cm2 1.70 f'c B cm2 cm2
A 7.70 1.70 0.95 34.21 3,780.00 0.12 797.86 9.64 8.55 3,780.00 0.12 805.11 2.39
B 6.20 1.70 0.95 23.14 3,780.00 0.12 801.00 6.50 5.79 3,780.00 0.12 805.89 1.61
C 4.70 1.70 0.95 14.47 3,780.00 0.12 803.45 4.05 3.62 3,780.00 0.12 806.49 1.01
D 3.20 1.70 0.95 8.18 3,780.00 0.12 805.22 2.28 2.04 3,780.00 0.12 806.93 0.57
PARA MOMENTOS NEGATIVOS PARA MOMENTOS POSITIVOSAs = 9.64 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.207 mts 7.70 As = 2.39 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.540 mtsAs = 6.50 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.308 mts 6.20 As = 1.61 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.799 mtsAs = 4.05 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.494 mts 4.70 As = 1.01 cm2 SI Ø 1/2 " @ 1.279 mtsAs = 2.28 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.876 mts 3.20 As = 0.57 cm2 SI Ø 1/2 " @ 2.264 mts
DISEÑO DEL CONTRAFUERTE
REFUERZO POR FLEXION
6.70
0.33725
1.00
0.60
1.50 1.00 0.30 2.70 1.00
SI : Mu = 1.3 * ((1/6) * Ws * h3 * C * S) L' = 3.15 mt
As = W = 1.70 T/m3 C = 0.361
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOS
CLAVE h W d Mu As FIERRO CODIGO Ø Ø AREA PESOmts Ton cm T/m CANT Ø (PULG.) (Cm) (Cm2) (Kg/ml)
A 7.70 1.70 400.00 655.73 49.56 16 1 1 1/4 0.635 0.320 0.248
B 6.20 1.70 322.08 400.98 41.32 14 1 2 3/8 0.953 0.710 0.560
C 4.70 1.70 244.16 216.55 31.27 12 1 3 1/2 1.270 1.290 0.994
D 3.20 1.70 166.23 93.95 22.66 8 1 4 5/8 1.587 2.000 1.552
5 3/4 1.905 2.840 2.235
6 1 2.540 5.100 3.973
7 1 3/8 3.493 10.060 7.907
TANTEO DE ÁREA DE ACERO:CLAVE CODIGO FIERRO CANT. AREA Ø AREA
A 6 1 16 5.10 81.60
B 6 1 14 5.10 71.40
C 6 1 12 5.10 61.20
D 6 1 8 5.10 40.80
REFUERZO HORIZONTAL
SI : Tu = 1.7 * (P * L) P = W * h * C L' = 2.35 mt
As = W = 1.70 T/m3 C = 0.361
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOS
CLAVE h W P Tu As FIERRO FIERRO
mts Ton Ton T/m cm2 CALCULADO ASUMIDO
A 5.40 1.70 3.31 13.24 3.50 Ø 3/8 @ 0.203 Ø 3/8 @ 0.250B 3.90 1.70 2.39 9.56 2.53 Ø 3/8 @ 0.281 Ø 3/8 @ 0.250C 2.40 1.70 1.47 5.88 1.56 Ø 3/8 @ 0.456 Ø 3/8 @ 0.250D 0.90 1.70 0.55 2.21 0.58 Ø 3/8 @ 1.216 Ø 3/8 @ 0.250
REFUERZO VERTICAL
PESO RELLENO W = 13,090.00 Kg/m
PRESION DEL SUELO qs = 3,500.00 Kg/m
DIFERENCIA = 9,590.00 Kg/m V = ###
AREA DE ACERO VERTICAAsv = 7.61 cm2
REFUERZO POR CAR Asv / 2 = 3.81 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.339 mts
ASUMIMOS : Ø 1/2 " @ 0.250 mts
(Mu* 105) / (D fy (d-tp)cosg)
(Tu* 103) / (D fy)
DISEÑO DE ESTRIBOS DE CONCRETO ARMADO1.- PREDIMENSIONAMIENTO1.1.- TIPO DE SOBRECARGA ( S/C ) : 970.00 Kg/m1.8.- PESO DEL RELLENO Pr : 1.70 T/m31.2.- REACCION DEL PUENTE POR ESTRIBO ( RP ) : 67.40 Ton 1.9.- PESO DEL CONCRET PC : 2.40 T/m31.3.- ANCHO DEL ESTRIBO ( Aes ) : 9.50 mts. 1.10.- RESIST. DEL CONCREf'c : 210.00 Kg/cm21.4.- REACCION DEL PUENTE POR METRO LI ( Rd ) : 7.10 T/m 1.11.- FLUENCIA DEL ACER fy : 4,200.00 Kg/cm21.5.- CAPACIDAD PORTANTE DEL SUELO ( qa ) : 16.80 Kg/c 1.12.- MODULO DE ELASTICIEs : 2,100,000 Kg/cm21.6.- ANGULO DE FRICCION INTERNA DEL S ( Ø ) : 28.00 1.13.- PESO DE LA RUEDA P : 3,600.00 Kg1.7.- COEFICIENTE DE FRICCION SOBRE ALB ( f ) : 0.70 1.14.-
1.20 7.10 1.20
1.00 PANTALLA
1.00
0.950 0.50 1.85 0.50 1.85 0.50 0.950
1.20 1.20
1.20 2.35 2.35 1.20
PP
qu= 970.00 Kg/m
Fr
6
4.60
1 7
3
2
1.00 5
8 9
0.60 4
O
6.20 1.50 1.00 0.30 1.80 1.00 5.60
1.- FUERZAS VERTICALES ESTABILIZADORAS
CLAVE METRADO DE FUERZAS Fv BRAZO MOMENTO
1 PANTALLA 47.71 2.00 95.422 CONTRAFUERTE 18.14 4.00 72.583 CONTRAFUERTE 6.05 2.65 16.034 ZAPATA 54.19 2.80 151.725 RELLENO 18.10 0.75 13.586 RELLENO 50.69 4.00 202.787 RELLENO 67.59 5.10 344.728 RELLENO 15.99 2.65 42.389 RELLENO 47.98 4.00 191.92
10 SOBRECARGA 2.72 3.90 10.5911 REACCION DEL PUENTE 134.81 2.00 269.62
TOTAL 463.98 1,411.34
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
2.- DISTANCIA DE LA RESULTANTE
Xv = Mo / Fv Xv = 3.04 mt
3.- ALTURA EQUIVALENTE A LA SOBRECARGA
h' = 0.57 mt
4.- EMPUJE DEL TERRENO
Ea = 0.50 (W * h) * (h + 2h') * C
C = Tan2 (45 - D/2) C = 0.361
Ea = 13.97 Ton
5.- PUNTO DE APLICACIÓN
d = (h / 3) * (h + 3h') / (h + 2h') d = 2.23 mt
6.- DISTANCIA DE LA RESULTANTE VERTICAL AL BORDE (Z)
Z = (Ea * a) * d / Fv Z = 0.48 mt
7.- EXCENTRICIDAD
e = (b/2) - (Xv - Z) e = 0.08 mt
8.- VERIFICACION AL DESLIZAMIENTO
FSD = (f * Mv) / Fn > 2 Fn = 0.50 * C * Ws * h2 * a Fn = 83.75 Ton
FSD = 11.80 > 2.00 BIEN
9.- VERIFICACION AL VOLTEO
FSV = Mv / Mn > 2.00 Mn = Fn * d Mn = 186.55 T-m
FSV = 7.57 > 2.00 BIEN
10.- VERIFICACION DE PRESIONES SOBRE EL SUELO
SI : Fv = 463,980.10 Kga = 710.00 cmb = 530.00 cme = 8.42 cm
pmax = (2 * Fv) / (a * b) pmax = 2.466 Kg/cm2 < 16.80 Kg/cm2
qmax = (Fv) / (a * b) * (1 + (6e/b)) qmax = 1.126 Kg/cm2 < 16.80 Kg/cm2
qmin = (Fv) / (a * b) * (1 - (6e/b)) qmax = 1.363 Kg/cm2 < 16.80 Kg/cm2
11.- DISEÑO DE LA PANTALLAM+
1.00 PANTALLA
M- M-
0.50 2.65 0.50
3.15
SI : Mu + = 1.3 * (PL'2 / 16) y P = W h C L' = 3.15 mt
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
CO
NT
RA
F
UE
RT
E
Mu - = 1.3 * (PL'2 / 12) w = 1.70 T/m3 C = 0.361 d = 0.95 mt
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOSPARA MOMENTO POSITIVOS PARA MOMENTO NEGATIVOS
CLAVE h P d Mu + 0.9 As fy As fy As1 + As2 + Mu - 0.9 As fy As fy As1 - As2 -
mts Ton mts T-m 1.70 f'c B cm2 cm2 1.70 f'c B cm2 cm2
A 5.60 3.44 0.95 22.77 3,780.00 0.12 801.11 6.39 25.60 3,780.00 0.12 800.31 7.19
B 4.10 2.52 0.95 15.40 3,780.00 0.12 803.19 4.31 17.98 3,780.00 0.12 802.46 5.04
C 2.60 1.60 0.95 10.08 3,780.00 0.12 804.68 2.82 12.42 3,780.00 0.12 804.03 3.47
D 1.10 0.68 0.95 6.82 3,780.00 0.12 805.60 1.90 8.90 3,780.00 0.12 805.01 2.49
PARA MOMENTOS POSITIVOS PARA MOMENTOS NEGATIVOSAs = 6.39 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.202 mts 5.60 As = 7.19 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.278 mtsAs = 4.31 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.299 mts 4.10 As = 5.04 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.397 mtsAs = 2.82 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.458 mts 2.60 As = 3.47 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.576 mtsAs = 1.90 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.678 mts 1.10 As = 2.49 cm2 SI Ø 5/8 " @ 0.804 mts
VERIFICACION DE FALLA POR TENSION O COMPRESION
pbal = 0.85 * 0.85 * (f'c/fy) * (6.000/(6000 + fy)) pbal = 0.0212
a = (pbal * d * fy) / (0.85 * f'c) a = 47.50 cm
Mcmax = 0.9 * pbal * b * d * fy * (d - a/2) Mcmax = 543.70 T-m > Mu
REFUERZO VERTICAL
SI : Mu - = 1.3 * (0.03 * W h2 * L') y P = W h C L' = 3.15 mt
Mu + = Mu - / 4 W = 1.70 T/m3 C = 0.361 d = 0.95 mt
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOSPARA MOMENTO NEGATIVOS PARA MOMENTO POSITIVOS
CLAVE h W d Mu - 0.9 As fy As fy As1 - As2 - Mu + 0.9 As fy As fy As1 + As2 +
mts Ton mts T/m 1.70 f'c B cm2 cm2 1.70 f'c B cm2 cm2
A 5.60 1.70 0.95 19.39 3,780.00 0.12 802.06 5.44 4.85 3,780.00 0.12 806.15 1.35
B 4.10 1.70 0.95 11.67 3,780.00 0.12 804.24 3.26 2.92 3,780.00 0.12 806.69 0.81
C 2.60 1.70 0.95 6.33 3,780.00 0.12 805.73 1.77 1.58 3,780.00 0.12 807.06 0.44
D 1.10 1.70 0.95 3.39 3,780.00 0.12 806.56 0.94 0.85 3,780.00 0.12 807.26 0.24
PARA MOMENTOS NEGATIVOS PARA MOMENTOS POSITIVOSAs = 5.44 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.237 mts 5.60 As = 1.35 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.954 mtsAs = 3.26 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.395 mts 4.10 As = 0.81 cm2 SI Ø 1/2 " @ 1.587 mtsAs = 1.77 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.730 mts 2.60 As = 0.44 cm2 SI Ø 1/2 " @ 2.924 mtsAs = 0.94 cm2 SI Ø 1/2 " @ 1.366 mts 1.10 As = 0.24 cm2 SI Ø 1/2 " @ 5.468 mts
DISEÑO DEL CONTRAFUERTE
REFUERZO POR FLEXION
4.60
0.29963
1.00
0.60
1.50 1.00 0.30 1.73 1.00
SI : Mu = 1.3 * ((1/6) * Ws * h3 * C * S) L' = 3.15 mt
As = W = 1.70 T/m3 C = 0.361
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOS
CLAVE h W d Mu As FIERRO CODIGO Ø Ø AREA PESOmts Ton cm T/m CANT Ø (PULG.) (Cm) (Cm2) (Kg/ml)
A 5.60 1.70 303.00 319.24 34.94 12 1 1 1/4 0.635 0.320 0.248
B 4.10 1.70 221.84 160.56 25.87 10 1 2 3/8 0.953 0.710 0.560
C 2.60 1.70 140.68 60.32 18.42 8 1 3 1/2 1.270 1.290 0.994
D 1.10 1.70 59.52 10.04 29.20 8 1 4 5/8 1.587 2.000 1.552
5 3/4 1.905 2.840 2.235
6 1 2.540 5.100 3.973
7 1 3/8 3.493 10.060 7.907
TANTEO DE ÁREA DE ACERO:CODIGO FIERRO CANT. AREA Ø AREA
6 1 12 5.10 61.20
6 1 10 5.10 51.00
6 1 8 5.10 40.80
6 1 8 5.10 40.80
REFUERZO HORIZONTAL
SI : Tu = 1.7 * (P * L) P = W * h * C L' = 2.35 mt
As = W = 1.70 T/m3 C = 0.361
CALCULO DE MOMENTOS Y ACERO DE REFUERZOS
CLAVE h W P Tu As FIERRO FIERRO
mts Ton Ton T/m cm2 CALCULADO ASUMIDO
A 5.40 1.70 3.31 13.24 3.50 Ø 3/8 @ 0.203 Ø 3/8 @ 0.200B 3.90 1.70 2.39 9.56 2.53 Ø 3/8 @ 0.281 Ø 3/8 @ 0.250C 2.40 1.70 1.47 5.88 1.56 Ø 3/8 @ 0.456 Ø 3/8 @ 0.250D 0.90 1.70 0.55 2.21 0.58 Ø 3/8 @ 1.216 Ø 3/8 @ 0.250
REFUERZO VERTICAL
PESO RELLENO W = 9,520.00 Kg/m
PRESION DEL SUELO qs = 3,500.00 Kg/m
DIFERENCIA = 6,020.00 Kg/m V = 9,030.00
AREA DE ACERO VERTICAAsv = 4.78 cm2
REFUERZO POR CAR Asv / 2 = 2.39 cm2 SI Ø 1/2 " @ 0.540 mts
ASUMIMOS : Ø 1/2 " @ 0.250 mts
(Mu* 105) / (D fy (d-tp)cosg)
(Tu* 103) / (D fy)
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN DERECHA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.20 5.67 0.20 5/8 6.07 8.00 48.56
0.20 5.67 0.20 1/2 6.07 16.00 97.12
0.2
2.11 1/2 3.13 26.00 81.38
0.20
0.62
0.2
2.11
0.62 1/2 3.45 27.00 93.15
0.17 0.17
0.18
0.2
0.1 0.10
0.66 0.66 1/2 1.92 18.00 34.56
0.2
ARMADURA DE CUERPO O PANTALLA ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
7.20 5/8 7.20 28.00 201.60
0.10 7.10 0.10 5/8 7.30 27.00 197.10
0.30
6.25 5/8 6.75 35.00 236.25
0.2
0.3
6.25 1/2 6.75 35.00 236.25
0.20
LONG. POR ø EN ML.
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN DERECHA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.2
1.60 5/8 1.80 10.00 18.00
0.2
1.60 1/2 1.80 10.00 18.00
ARMADURA DE ALAS ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
0.20
6.40 1/2 6.80 10.00 68.00
0.2
0.20
6.40 3/4 6.80 20.00 136.00
0.2
0.20
6.40 5/8 6.80 14.00 95.20
0.2
0.20
1.54 5/8 2.34 50.00 117.00
0.60
0.20
1.75 5/8 1.95 50.00 97.50
0.26
LONG. POR ø EN ML.
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN DERECHA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.1 0.10
1 1 3/8 2.72 50.00 136.00
0.26
ARMADURA DE CONTRAFUERTES I ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
0.5
7.20 1 8.10 24.00 194.40
0.40
4.50 1 4.90 12.00 58.80
0.40
3.00 1 3.40 12.00 40.80
0.40
0.6
6.25 3/4 7.25 12.00 87.00
0.4
2.72 1/2 3.02 72.00 217.44
0.30
0.4
0.1 0.10
2.27 2.27 3/8 5.54 57.00 315.78
0.4
ARMADURA DE CONTRAFUERTES II ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
LONG. POR ø EN ML.
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN DERECHA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.5
4.40 5.20 12.00
0.30
4.40 4.70 4.00
0.30
ARMADURA DE ZAPATAS I ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
0.30 10.15 0.30 5/8 10.75 33.00 354.75
0.30 10.15 0.30 3/4 10.75 33.00 354.75
1.90 5/8 1.90 18.00 34.20
4.65 1/2 4.65 18.00 83.70
0.30 6.40 0.30 3/4 7.00 46.00 322.00
0.30 6.40 0.30 3/4 7.00 46.00 322.00
RESUMEN GENERAL
0.25 0.58 1.02 1.60 2.26 4.04
0.00 451.78 929.60 1,400.16 1,221.75 294.00
0.00 262.03 948.19 2,240.26 2,761.15 1,187.76
PESO TOTAL 7,399.40 Kg
LONG. POR ø EN ML.
PESO POR ø / ML.
LONG. TOTAL POR ø
PESO TOTAL POR ø
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN IZQUIERDA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.20 5.67 0.20 5/8 6.07 8.00 48.56
0.20 5.67 0.20 1/2 6.07 16.00 97.12
0.2
2.11 1/2 3.13 26.00 81.38
0.20
0.62
0.2
2.11
0.62 1/2 3.45 27.00 93.15
0.17 0.17
0.18
0.2
0.1 0.10
0.66 0.66 1/2 1.92 18.00 34.56
0.2
ARMADURA DE CUERPO O PANTALLA ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
7.20 5/8 7.20 16.00 115.20
0.10 7.20 0.10 1/2 7.40 20.00 148.00
0.30
4.16 5/8 4.76 35.00 166.60
0.3
0.3
4.16 1/2 4.66 29.00 135.14
0.20
LONG. POR ø EN ML.
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN IZQUIERDA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.2
1.60 5/8 1.80 10.00 18.00
0.2
1.60 1/2 1.80 10.00 18.00
ARMADURA DE ALAS ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
0.20
3.37 1/2 3.77 10.00 37.70
0.2
0.20
5.37 3/4 5.77 20.00 115.40
0.2
0.20
5.37 5/8 5.77 14.00 80.78
0.2
0.20
1.54 1/2 2.34 35.00 81.90
0.60
0.20
1.75 5/8 1.95 35.00 68.25
0.26
LONG. POR ø EN ML.
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN IZQUIERDA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.1 0.10
1 1 3/8 2.72 40.00 108.80
0.26
ARMADURA DE CONTRAFUERTES I ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
0.5
5.05 1 5.95 24.00 142.80
0.40
3.68 1 4.08 6.00 24.48
0.40
2.75 1 3.15 6.00 18.90
0.40
0.6
4.23 3/4 5.23 12.00 62.76
0.4
1.70 1/2 2.00 48.00 96.00
0.30
0.4
0.1 0.10
1.82 1.82 3/8 4.64 36.00 167.04
0.4
ARMADURA DE CONTRAFUERTES II ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
LONG. POR ø EN ML.
PLANILLA DE ARMADURA ESTRIBOS MARGEN IZQUIERDA
ARMADURA DE PARAMENTO ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
LONG. POR ø EN ML.
0.5
4.40 5.20 12.00
0.30
4.40 4.70 4.00
0.30
ARMADURA DE ZAPATAS I ø LONGITUD VECES
1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"
0.30 10.15 0.30 5/8 10.75 28.00 301.00
0.30 10.15 0.30 5/8 10.75 28.00 301.00
1.90 5/8 1.90 18.00 34.20
4.65 1/2 4.65 18.00 83.70
0.30 5.50 0.30 3/4 6.10 33.00 201.30
0.30 5.50 0.30 3/4 6.10 33.00 201.30
RESUMEN GENERAL
0.25 0.58 1.02 1.60 2.26 4.04
0.00 275.84 906.65 1,133.59 580.76 186.18
0.00 159.99 924.78 1,813.74 1,312.52 752.17
PESO TOTAL 4,963.20 Kg
LONG. POR ø EN ML.
PESO POR ø / ML.
LONG. TOTAL POR ø
PESO TOTAL POR ø