4.-diseÑo pase aereo l=25m

DISEÑO DE LA ALETA - ESTRIBO DE CONCRETO ARMADO

PROYECTO : PUENTE COLGANTE HUAYAO-CCOYLLORUMI

II . DISEÑO DE LAS ALETAS DEL ESTRIBO

Las aletas estarán ubicadas a ambos lados del cuerpo del estribo formando un angulo de 45° de inclinaciób horizontal y seran muros de contención de C° A°, en cuya sección no actuan las cargas verticales anteriores, la carga actuante es el empuje de tierras solamente.

DATOS DE DISEÑO :

- Tipo de sobrecarga de diseño (s/c) . . . . . . . . . . . . . . . . . 0.030 ton/m2 - Capacidad portante del terreno ( cimiento ) . . . . . . . . . . . . #REF! Kg/cm2 - Altura total del cuerpo de estribo ( h ) . . . . . . . . . . . . . . . 5.85 mts. - Peso especifico del Concreto (Wc) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 2.40 Tn/m3 - Peso especifico del Relleno (Wr) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 1.60 Tn/m3 - Angulo de fricción interna de terreno ( Ø ) . . . . . . . . . . . . 30° - Ancho de diseño del elemento (b). . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 100 cms - Peralte efectivo de diseño (d) . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . 60 cms - Resistencia a la compresión del concreto (f'c). . . . 175 Kg/cm2 - Resistencia a la tracción del acero de refuerzo (fy) . . . . . . . . 4200 Kg/cm2

II. A.- DISEÑO DE LA SECCION B-B (Inicio de alas del estribo):

0.90 0.30 0.80

S/C= 0.030 0.500

Hr= 3.80

4 Sección Fv br Mo1 1.58 1 3.78 0.95 3.59

5.25 5.85 = H 0.79 2 1.89 0.70 1.321.20 3 2.88 1.00 2.88

4 7.56 1.55 11.72Ac= 3.56 16.11 ton 19.51 tn-m

20.60 0.3 Empuje activo del terreno (Relleno - S/C) :

Ea = ( Wr x hr ( hr + 2h' ) x Ca )/ 2= 3.89

0.60 =hc 3 Para : Ca = Tg 2 ( 45° - Ø / 2) 0.333 h' = sobrecarga / Wr 0.019

OEmpuje pasivo del terreno (Cimentación) :

B= 2.00 Ep = ( Wr x ( hc )^2 x Cp ) / 2 = 0.86

Para : Cp = Tg 2 ( 45° + Ø / 2) 3.00 hc = Altura cimiento 0.60

Sumatoria de momentos establ M Me = M Mo + ( Ep x hc / 3 ) = 20 Tn-m

Sumatoria de momentos de vo M Mv = Ea x d 7.6 Tn-m

M M estab. Verificación al volteo : F.S.V. = = 2.6 > 2.0 ¡ CONFORME !

M M volteo

M Fv.C + Ep Verificación al deslizamiento : F.S.D. = = 4.1 > 2.0 ¡ CONFORME !

M F horiz. Tal q' C= 0.45 x Tag Ø Sum F h= Ea

Verificación de presiones sobre el suelo :

Punto de aplicacion con respecto al empuje horizontal : d = (h/3)x(h+3xh')/(h+2xh') 1.96 m Distancia de la resultante vertical : Xv = Sum Mo / Sum Fv 1.21 m Distancia de la resultante al borde : X = Ea x d / Sum Fv 0.47 m

Cálculo de la excentridad e = B/2 - ( Xv - X10.26 b/6= 0.3

Presión máxima sobre el suelo : q max = M Fv x (1 + 6 e = 1.44 Kg/cm2 B B

1Ton/m2<> 0.10kg/cm2 Presión mínima sobre el suelo : q min = M Fv x (1 - 6 e = 0.17 Kg/cm2

B B

DISEÑO Y VERIFICACION EN PANTALLA DE LA ALETA :

a) Empuje de tierr Ka = 0.333Ea = .5xWrxHx(H+2xh')xKa= 9.18 tonEh = Ea x Cos (o/2) = 8.87 ton

Punto de aplicación con respecto al Eh : d = (H/3)x(H+3xh')/(H+2xh' 1.96 mts

b) Momentos por rotura (Mu) y verficación del espesor (d) : Mu =1.5 x ( Eh x d ) = 26.03 ton

d =(( Mu x 10^5)/( 0.9 x 0.18 x f'c x( 1-0.59 x 0.18) x b))^ 1/2 32.05 cm <60.00 Conforme!

c) Calculo del acero de refuerzo : As = (0.85-((0.7225-((1.70xMux10^5)/(0.90xf'cxd^2xb)))^1/2))x((f'c/fy)xbxd)d = 55.00 cms

As = 13 cm2 <> 5/8" @ 0.15 As min = 12.13 cm2

d) Refuerzo por temperatura y por montaje : As temp = 0.002 x b x t 12 cm2 - en pantalla frontal = 2/3 x As temp = 8.00 cm2 <> 1/2" @ 0.15 - en pantalla posterior = 1/3 x As temp = 4.00 cm2 <> 1/2" @ 0.30

As mont = 0.0012 x b x t 7.2 cm2 <> 5/8" @ 0.25

e) Verificación por corte : V act = 1.5 x ( Eh ) 13.31 ton Vc min = 0.53 x 0.85 x (f'c)^ 0.5 x b x d 32,778 ton Vc max = 2.60 x 0.85 x (f'c)^ 0.5 x b x d 160,796 ton

Como : Vact < Vc min ====> No requiere estribos Vact < Vc max ====> Colocar refuerzo minimo

Tn

Tn

1Ton/m2<> 0.10kg/cm2

DISEÑO DE PASE AEREO PARA TUBERIA HDPE

PROYECTO :

LUGAR: : KM 0+571 al 0+596 CARACTERISTICAS DE MADERA ESTRUCTURAL Esfzos. adm. Kg/cm2. Densidad

GRUPO FLEXION CORTE Kg/m3.A 210 15 750B 150 12 650C 100 5 450

DATOS A INGRESAR PARA EL DISEÑO ESTRUCTURAL

Ingrese longitud del puente ( L ) = 25.00 ml.Ingrese flecha del cable ( F ) = 2.00 Sobrecarga máxima (persona) ( Sc ) = 30.00 Kg/mFactor de impacto (25 al 50%) ( i ) = 25 %Separación entre largueros a eje ( d ) = 0.000 m.Separación entre viguetas a eje ( D ) = 1.000 m.Ancho útil máximo del tablero ( A ) = 0.700 m.Contraflecha del tablero ( f ) = 0.000 m.Altura de la pendola central ( P ) = 0.400 m.Altura de la torre( hasta el carrito de dilatacion) ( H ) = 2.40 m.Densidad de madera = 650.00 Kg/m3

A- DISEÑO DEL ENTABLADOAsumiendo la seccion de :BASE (b)= 8 " BALTURA( h)= 1.5 " 1.5"

8"S=b*h^2/6 49.161 cm3R=2*b*h/3 51.613 cm

CARGAS ACTUANTES MAXIMAS:

Momento por sobrecarga M=W*L^2/8 0.00 Kg-cm

Momento actuante 0.00 < 150 CONFORME

Esfuerzo Cortante v=w*l/2 0

Esfuerzo actuante V=3/2*v/(b+h) 0.00 < 12 CONFORME

Usar para el entablado del puente tablas de 8"x1.5"

B- DISEÑO DE LARGUEROS

Asumiendo la seccion de : Densidad de madera tipo BBASE (b1)= 4 " S=b*h^2/6 393.29 6"ALTURA(h1)= 6 " R=2*b*h/3 103.23

4"

: "MEJORAMIENTO DEL SERVICIO DE AGUA DEL SISTEMA DE RIEGO EN LOS RESERVORIOS PALLCCA Y LAMBRASHUAYCCO, EN LA COMUNIDAD DE CASAORCCO, DISTRITO DE CARMEN ALTO, PROVINCIA DE HUAMANGA, DEPARTAMENTO DE AYACUCHO".

( d )

s=M/S

CARGAS ACTUANTES

MOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado - Kg/mPeso de largueros - Kg/mPeso de clavos y otros, - Kg/m

Wd= - Kg/mMomento por carga muerta M=Wd*D^2*/8 0.00 Kg-mCortante por carga muerta V=Wd*D/2 0.00 kg

MOMENTO POR CARGA VIVA

Momento por sobrecarga ML=Sc*D/4 937.5 Kg-mCortante por Sobrecarga V=Sc*D/2 18.75 kg

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+ML)/S 2.38 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vl)/R 0.18 < 12 CONFORME

C- DISEÑO DE VIGUETAS

Asumiendo la seccion de : Densidad de madera tipo BBASE (b2)= 4 " S=b*h^2/6 174.80 4"ALTURA(h2)= 4 " R=2/3b*h 68.82No largueros 0 4"CARGAS ACTUANTES

MOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado 24.77 Kg/m

Peso de largueros - Kg/mPeso de viguetas 6.71 Kg/mPeso de clavos y otros, 5.00 Kg/mP. tuberia 9.65 Kg/mP.accesor. 40.31 Kg/m

Wd= 86.43 Kg/m

Momento por carga muerta Md=Wd*A^2*/8 529.41 Kg/m

MOMENTOS POR LA BARANDAPeso de baranda (P) 0.00 KgMomento de la baranda (Mb) 0.00 Kg/mMomento total por carga muerta 529.41 Kg/m

Cortante por carga muerta Vd=Wd*A/2 30.25 kgCortante por la baranda muerta V=P 0.00 kg

MOMENTOS POR CARGA VIVA ML=Sc*A^2/8 229.69 Kg-cmCortante por Sobrecarga Vl=Sc*A/2 13.125 Kg

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+Mb+ML)/S 7.37 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vl+Vb)/R 0.42 < 12 CONFORME

W= h*d*dw1=b2*h2*d*1,00

W= h*d*d

w1=b2*h2*N*d*D/AWv=b2*h2*d*1

D- DISEÑO DE PENDOLAS PENDOLASDiametro As(cm2) peso(kg/ml)

Fadm.=0.6*Fy Fy= 2000 Kg /cm2, 1/2" 1.27 1.02P=Cortante total. P= 43.38 Kg 5/8" 1.98 1.58Apendola=P/(0,6*Fy) Apend= 0.04 cm2 3/4" 2.85 2.24

Se usaran pendolas de diametro= 1/2"

Se usaran varillas de fierro liso , que en susu extremos llevaran ojos soldados electricamente.

E- DISEÑO DE CABLES PRINCIPALESCalculo del peso distribuido del puente por metro lineal, R.E.R: Resistencia Efectiva a la ruptura

Peso de Viguetas,largueros, entablado 60.504 Kg CABLE PRINCIPAL ALMA DE ACEROPeso de barandas 0 Kg DIAMETRO C R.E.R (TN)Peso de cables(1.02Kg/ml), 2 cables 2.04 Kg 1/2" 0.00 19.80Peso de pendolas 3.89 Kg 3/4" 1.00 23.75Peso cargas muertas 66.430 Kg 7/8" 2.00 32.13Sobrecarga 37.5 Kg 1" 3.00 41.71TOTAL CARGAS 103.930 Kg 1 1/8" 4.00 52.49FACTOR SEGURIDAD (DE 2 A 6) 6 1 1/4" 5.00 64.47n=F/L 0.080 1 3/8" 6.00 77.54TENSION HORIZONTAL H=P*L^2/(f*8) 4.06 Tn 1 1/2" 7.00 91.80TENSION EN ELCABLE T=PL^2*(1+16*N2)^1/2 4.3 Tn 1 5/8" 8.00 105.77

1 3/4" 9.00 123.74TENSION T=FS*Tc 25.58 TnIngrese el numero del cable a usar 1Se usaran 1.08 cablesUSAR 2 CABLESINDICAR EL NUMERO DE CABLES A USAR :Se usará 01 cables de D=1/2" por banda

F- DISEÑO DE CAMARA DE ANCLAJESDATOS : Ver planta y elevación

ancho a= 2.00 mtslargo L= 2.00 mtsaltura H= 1.50 mtscontraflecha f= 0.00 mtsver gráfico LH1= 3.02 mtsver gráfico LH2= 3.02 mtsp.e. concreto g 2.30 Tn/m3ver gráfico P 0.40 mtsver gráfico k 1.50 mts

Y1 2.40 mts

Angulo de Anclaje

H

o f

* Cuando el angulo del fiador y el angulo del cable principal no son iguales:Radianes Sexagesimal

H1/d1 b1= 0.67 38.47H2/d2 b2= 0.67 38.47

Distancia d Altura HTORRE 1 3.02 2.40TORRE 2 3.02 2.40

estudio de suelosDATOS DE DISEÑO DE LAS CAMARAS DE ANCLAJE

0.5028.87 ° GP-GM

Ingrese la altura de la camara de anclaje ( h ) 1.50 m Tipo de suelo

Ingrese la altura de aplicación del anclaje ( f ) 0.75 m Grano grueso 0.50

Ingrese el peso especifico del concreto ( Wc ) 2.30 Tn/m3 Limo o Arcilla 0.35

Ingrese el peso especifico del suelo ( Ws ) 1.09 Tn/m3 Roca firme 0.60

Capacidad portante del terreno ( Ts ) 1.21 Kg/cm2

TENSION EN ELCABLE T 4.26 TnTENSION HORIZONTAL 3.34 TnTENSION VERTICAL 2.65 TnEmpuje activodel terreno( por unidad de longitud)Ea=( Wsxh^2x Ca )/2 Ea= 0.43 Tn

Ca= 0.349Empuje pasivo del terreno( por unidad de longitud)Ep=( Wsxh^2x Cp )/2 Ep= 3.52 Tn

Cp= 2.867

Dimensionamiento de la Camara de Anclaje

Elemento Altura (h) Longitud (L) Ancho (a) Peso(Tn)Cámara 1 1.50 2.00 2.00 13.8Cámara 2 1.50 2.00 2.00 13.8

Sumatoria de todas las fuerzas horizontales que intervienen

P1= 6.24P2= 6.24

b1 d

TANG b1=TANG b2=

Ingrese el coeficiente de rozamiento ( m )Ingrese la friccion interna del suelo ( f)

Valor de m

Th= T X CosbiTv= T X Sen bi

Para Ca= Tan^2(45°-F/2)

Para Cp= Tan^2(45°+F/2)

Pi=( Ti x Cosbi / m +Ti x Senbi) - (Ep-Ea)

D187

ADBER QUISPE: estudio de suelos

D191


D192


Cálculo de los momentos que intervienen :

Suma de momentos estables: 17.74 Ton-m17.74 Ton-m

Suma de momentos de volteo : 6.25 Ton-m6.25 Ton-m

Verificación al volcamiento:FSV1 = M est1/ M vol 1 2.84 > 2 conforme

FSV2 = M est1/ M vol 2 2.84 > 2 conforme

Verificación al deslizamiento:FSD1 = W camara1/ P1 2.21 > 2 conforme

FSD2 = W camara2/ P2 2.21 > 2 conforme

Verificación de presiones sobre el suelo:

Punto de Aplicación de la resultante X1=(M est.1-M vol.1)/(W camara 1) 0.83 m

X2=(M est.2-M vol.2)/(W camara 2) 0.83 m

Calculo de la excentricidad ( e ) : e1 = a1/2 - X1 0.17 m

e2 = a2/2 - X2 0.17 m

Presión máxima sobre el suelo (por cámara izquierda) q max = W camara 1 x ( 1+6 e1 / a1) 0.52 Kg/cm2L x a1

Presión máxima sobre el suelo (por cámara derecha) q max = W camara 2 x ( 1+6 e2 / a2) 0.52 Kg/cm2L x a2

VERIFICACION QUE LAs FUERZAS RESISTENTES SON MAYORES QUE LA TENSION HORIZONTALb

T1

Th

Donde:Volumen de la camara Vc = 6 m3Peso de la camara Pc = 13.8 Tn.Tension Inclinada del cable fiador T1 = 4.26 Tn.Tension Vertical del cable fiador Tv = 2.65 Tn.Presión Maxima de la camara q max. = 0.52 Kg/cm2

4.25 Tn.Fuerza debido al empuje pasivo sobre la pared frontal ( EpxL ) F2= 7.03 Tn.Fuerza debido al empuje activo sobre las paredes laterales (Ea xa) F3= 0.86 Tn.

(F1+F2+F3) = 12.14 Tn.3.34 Tn.

SUMA( F1+F2+F3) > 2*Th 12.14 > 6.67

Se usará las dimensiones de: 2.00 2.00 1.50 m. Para camaras de anclaje

S Me1=( W camara1x a1/2)+ ((Ep x L1) + ( Ea x 2a1 x m)) x h/3S Me2=( Wcamara 2x a2/2)+ ((Ep x L2) + ( Ea x 2a2 x m)) x h/3

S Mv1=( T x Cosb1 x f )+ T xSen b1 x( a1- f ) + (Ea x L1)xh/3S Mv2=( T x Cosb2 x f )+ T xSen b2 x ( a2- f ) + (Ea x L2)xh/3

Fuerzas que se oponen al deslizamiento (Pc-2Tv)x m , con FSD =2 ;F1=

Fuerza debido a la tension horizontal del cale fiador Th =(T1*Cosb); Th=

DISEÑO DEL MACIZO DE ANCLAJELa colocación de este elemento transversalmente, tendrá la capacidad de soportar los momentos flectores ocasionados por la tensiónde los cables principales donde se quedaran anclados, fijados y amarrados.

Para el diseño del macizo se empleará varilla redonda liza, con una resistencia a la tracción de 2,000 Kg/cm2

DATOSTensión del cable fiador Tf= 4.3 Tn.Resistencia a la tracción del fierro liso fs= 2000.00 Kg/cm2Esfuerzo a la compresión del concreto F'c= 140 Kg/cm3Factor de Seguridad F.S 2.00

Area de refuerzo:A= (Tf / fs )x F.S A= 4.26 cm2

Diametro del Refuerzo

D= 2.33 cm

D= 0.92 "

colocar un maciso de 1"

Longitud del fiador izquierdo (L1) 3.86 mLongitud del fiador derecho (L2) 3.86 m

DISEÑO DE LOS CARROS DE DILATACION Datos de diseño:Tension del cable principal y/o fiador T= 4.26 Tn.Angulo del cable principal y/o fiador b= 38.47 °Longitud del cable principal y/o fiador Lf= 3.86 mCoeficiente de dilatación C= 0.000012 / ° CTemperatura máxima t= 25.00 °Modulo de elasticidad del acero E1=2/3*E 1400000 Kg/cm2Area transversal parte metálica del cable ( 01 por banda ) A= 5.90 cm2Diametro del cable diseñado D= 2.22 cmLongitud de plancha superior con cable L1= 40.00 cmResistencia del acero estructural ( se puede aceptar) f = 7.5 Tn/cm2Numero de rodillos a usar en el carro de dilatación n= 4.00 UnidadesLongitud de rodillo a usar L= 15.00 cmEspacio lateral que gira el rodillo el= 1.00 cmDesplazamiento Max de rodillo sobre la plancha inferior x= 8.00 cmModulo de Reacción de la Plancha R= 2500.00 Kg/cm21.- Presion y o esfuerzo sobre la torre

2.65 Tn H HPresion vertical Pv= 2 x V 5.30 Tn b

V VCable Fiador Cable principal

Eje de la Torre

D=((A x4)/P)^1/2

Tension vertical del cable y/o fiador V=Tx Senb

2.- Desplazamiento maximo (con sobrecarga y temperatura)3.34 Tn

0.272 0.000 cm

3.- Calculo de los carros

Diametro del rodillo D=( 0.7056 x P x E )/ ( f^2 x L x N ) 10.00 cm <> 4"

Dimensiones de la planchaAncho util inferior a =L+el 16.00 cm.

33 33.000 cm

Esfuerzos sobre la plancha base o inferiorArea de la plancha base A1=a*Lp 528.00 cm2Esfuerzos sobre la plancha base P1= ( P/2)/ A1 5.02 Kg/cm2Momento producido en la plancha base M1 = P1 x^2/2 160.73 KgModulo de seccion de plancha base S1 = M1 / R 0.06 cm2Espesor de la plancha base e1= ( (6 x S)/a )^1/2 0.16 cm 0.06 "

Usar plancha de 1/4"Esfuerzos sobre la plancha superiorArea de la plancha base A2=a*Lp 330 cm2Esfuerzos sobre la plancha base P2= ( P/2)/ A1 8.036 Kg/cm2Momento producido en la plancha base M2 = P2 x^2/2 257.165 KgModulo de seccion de plancha base S2 = M / R 0.10 cm2Espesor de la plancha base e2= ( (6 x S)/a )^1/2 0.20 cm 0.08 "

Usar plancha de 1/4"

Tension horizontal del cable y/o fiador H=Tx Cos b

D= Sec b x ( C x t x Lf + (H xLf)/ EA)x (Secb)^2 )

Largo de la plancha Lp= 3xd+3xel+2D

pendola

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PROYECTO: PASE AEREO MOLLEBAMBA - CARIPO L = 160mDISTANCIAMIENTO ENTRE PENDOLAS D = 1.5m

DATOS LUZ ENTRE APOYOS L = 25.00 mFLECHA DEL PUENTE F = 2.000 mCONTRA FLECHA f = 0.00 mRELACION F/L n = 0.080 mLONGITUD DE PENDOLA EN CENTRO DE LUZ S = 0.40 mALTURA DE LA TORRE(HASTA EL CARRITO) H = 2.400 m

LONGITUD CABLE PRINCIPAL

Para valores pequeños de n n=F/L (8n^2)/3 (32n^4)/5 LcLc = L* ( 1+(8n^2)/3-(32n^4)/5) 0.080 0.01707 0.00026 25.420

Lc: Longitud teorica del cable de eje a eje.n = F/L

I.- Lc= 25.420 m.

II.- Longitud entre torre - anclajeMargen Izquierdo L1= L1= 19.98 m.Margen Derecho L2= L2= 19.98 m.

III.- Longitud de traslapeMargen Izquierdo Lt1= Lt1= 4.00 m.Margen Derecho Lt2= Lt2= 4.00 m.

LONGITUD TOTAL DE CADA CABLE LTc= 73.00 ML

LONGITUD CABLE SECUNDARIO (CONTRA VIENTO)

n1= f /L n1= 0.001

Lcs =L*(1+8n1^2/3) Lcs= 25.00 m.

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Lcs: longitud teorica del cable secundario de eje a eje

I.- Longitud entre ejes de tores Lcs= 25.00 m.

II.- Longitud de traslapeMargen Izquierdo Lt1= Lt1= 2.00 m.Margen Derecho Lt2= Lt2= 2.00 m.

LONGITUD TOTAL DE CADA CABLE LTc= 29.00 ML

LONGITUD DE PENDOLAS

ECUACION PARABOLICA DEL CABLE (FLECHAS): Y1=4*F*(1-Xi/L)*(Xi/L)

ECUACION PARABOLICA DEL TABLERO (CONTRAFLECHAS):Y2=4*f(1-Xi/L)*(Xi/L)

ECUACION DE LAS PENDOLAS: Yp=(F-Y1)+S+(f-Y2)TOMANDO COMO INICIO LAS TORRES

NUMERO DE CANTIDAD DISTANCIA EJE FLECHAS CONTRAFLECHAS PENDOLAS Dist. del eje del Dist. del tablero LONGITUD LONGITUD

del cable al orificio al eje del orificio REAL TOTAL

PENDOLA TORRE A PENDOLA Y1 Y2 Yp abraz. Superior abraza.Inferior PENDOLA PENDOLA

HTORRE- IZQ. 0.00 0.000 0.000 2.400 0 0 2.40 0.001 2 0.50 0.157 0.000 2.243 0.0525 0.1695 2.36 4.722 2 2.00 0.589 0.000 1.811 0.0525 0.1695 1.93 3.863 2 3.50 0.963 0.000 1.437 0.0525 0.1695 1.55 3.114 2 5.00 1.280 0.000 1.120 0.0525 0.1695 1.24 2.475 2 6.50 1.539 0.000 0.861 0.0525 0.1695 0.98 1.966 2 8.00 1.741 0.000 0.659 0.0525 0.1695 0.78 1.557 2 9.50 1.885 0.000 0.515 0.0525 0.1695 0.63 1.268 2 11.00 1.971 0.000 0.429 0.0525 0.1695 0.55 1.099 2 12.50 2.000 0.000 0.400 0.0525 0.1695 0.52 1.03

10 2 14.00 1.971 0.000 0.429 0.0525 0.1695 0.55 1.0911 2 15.50 1.885 0.000 0.515 0.0525 0.1695 0.63 1.2612 2 17.00 1.741 0.000 0.659 0.0525 0.1695 0.78 1.5513 2 18.50 1.539 0.000 0.861 0.0525 0.1695 0.98 1.9614 2 20.00 1.280 0.000 1.120 0.0525 0.1695 1.24 2.4715 2 21.50 0.963 0.000 1.437 0.0525 0.1695 1.55 3.1116 2 23.00 0.589 0.000 1.811 0.0525 0.1695 1.93 3.86

pendola

Página 14

17 2 24.50 0.157 0.000 2.243 0.0525 0.1695 2.36 4.7218 2 26.00 -0.333 0.000 2.733 0.0525 0.1695 2.85 5.7019 2 27.50 -0.880 0.000 3.280 0.0525 0.1695 3.40 6.7920 2 29.00 -1.485 0.000 3.885 0.0525 0.1695 4.00 8.0021 2 30.50 -2.147 0.000 4.547 0.0525 0.1695 4.66 9.3322 2 32.00 -2.867 0.000 5.267 0.0525 0.1695 5.38 10.7723 2 33.50 -3.645 0.000 6.045 0.0525 0.1695 6.16 12.3224 2 35.00 -4.480 0.000 6.880 0.0525 0.1695 7.00 13.9925 2 36.50 -5.373 0.000 7.773 0.0525 0.1695 7.89 15.7826 2 38.00 -6.323 0.000 8.723 0.0525 0.1695 8.84 17.6827 2 39.50 -7.331 0.000 9.731 0.0525 0.1695 9.85 19.7028 2 41.00 -8.397 0.000 10.797 0.0525 0.1695 10.91 21.8329 2 42.50 -9.520 0.000 11.920 0.0525 0.1695 12.04 24.0730 2 44.00 -10.701 0.000 13.101 0.0525 0.1695 13.22 26.4431 2 45.50 -11.939 0.000 14.339 0.0525 0.1695 14.46 28.9132 2 47.00 -13.235 0.000 15.635 0.0525 0.1695 15.75 31.5033 2 48.50 -14.589 0.000 16.989 0.0525 0.1695 17.11 34.2134 2 50.00 -16.000 0.000 18.400 0.0525 0.1695 18.52 37.0335 2 51.50 -17.469 0.000 19.869 0.0525 0.1695 19.99 39.9736 2 53.00 -18.995 0.000 21.395 0.0525 0.1695 21.51 43.0237 2 54.50 -20.579 0.000 22.979 0.0525 0.1695 23.10 46.1938 2 56.00 -22.221 0.000 24.621 0.0525 0.1695 24.74 49.4839 2 57.50 -23.920 0.000 26.320 0.0525 0.1695 26.44 52.8740 2 59.00 -25.677 0.000 28.077 0.0525 0.1695 28.19 56.3941 2 60.50 -27.491 0.000 29.891 0.0525 0.1695 30.01 60.0242 2 62.00 -29.363 0.000 31.763 0.0525 0.1695 31.88 63.7643 2 63.50 -31.293 0.000 33.693 0.0525 0.1695 33.81 67.6244 2 65.00 -33.280 0.000 35.680 0.0525 0.1695 35.80 71.5945 2 66.50 -35.325 0.000 37.725 0.0525 0.1695 37.84 75.6846 2 68.00 -37.427 0.000 39.827 0.0525 0.1695 39.94 79.8947 2 69.50 -39.587 0.000 41.987 0.0525 0.1695 42.10 84.2148 2 71.00 -41.805 0.000 44.205 0.0525 0.1695 44.32 88.6449 2 72.50 -44.080 0.000 46.480 0.0525 0.1695 46.60 93.1950 2 74.00 -46.413 0.000 48.813 0.0525 0.1695 48.93 97.8651 2 75.50 -48.803 0.000 51.203 0.0525 0.1695 51.32 102.6452 2 77.00 -51.251 0.000 53.651 0.0525 0.1695 53.77 107.5453 2 78.50 -53.757 0.000 56.157 0.0525 0.1695 56.27 112.5554 2 80.00 -56.320 0.000 58.720 0.0525 0.1695 58.84 117.6755 2 81.50 -58.941 0.000 61.341 0.0525 0.1695 61.46 122.9256 2 83.00 -61.619 0.000 64.019 0.0525 0.1695 64.14 128.2757 2 84.50 -64.355 0.000 66.755 0.0525 0.1695 66.87 133.74

pendola

Página 15

58 2 86.00 -67.149 0.000 69.549 0.0525 0.1695 69.67 139.3359 2 87.50 -70.000 0.000 72.400 0.0525 0.1695 72.52 145.0360 2 89.00 -72.909 0.000 75.309 0.0525 0.1695 75.43 150.8561 2 90.50 -75.875 0.000 78.275 0.0525 0.1695 78.39 156.7862 2 92.00 -78.899 0.000 81.299 0.0525 0.1695 81.42 162.8363 2 93.50 -81.981 0.000 84.381 0.0525 0.1695 84.50 169.0064 2 95.00 -85.120 0.000 87.520 0.0525 0.1695 87.64 175.2765 2 96.50 -88.317 0.000 90.717 0.0525 0.1695 90.83 181.6766 2 98.00 -91.571 0.000 93.971 0.0525 0.1695 94.09 188.1867 2 99.50 -94.883 0.000 97.283 0.0525 0.1695 97.40 194.8068 2 101.00 -98.253 0.000 100.653 0.0525 0.1695 100.77 201.5469 2 102.50 -101.680 0.000 104.080 0.0525 0.1695 104.20 208.3970 2 104.00 -105.165 0.000 107.565 0.0525 0.1695 107.68 215.3671 2 105.50 -108.707 0.000 111.107 0.0525 0.1695 111.22 222.4572 2 107.00 -112.307 0.000 114.707 0.0525 0.1695 114.82 229.6573 2 108.50 -115.965 0.000 118.365 0.0525 0.1695 118.48 236.9674 2 110.00 -119.680 0.000 122.080 0.0525 0.1695 122.20 244.3975 2 111.50 -123.453 0.000 125.853 0.0525 0.1695 125.97 251.9476 2 113.00 -127.283 0.000 129.683 0.0525 0.1695 129.80 259.6077 2 114.50 -131.171 0.000 133.571 0.0525 0.1695 133.69 267.3878 2 116.00 -135.117 0.000 137.517 0.0525 0.1695 137.63 275.2779 2 117.50 -139.120 0.000 141.520 0.0525 0.1695 141.64 283.2780 2 119.00 -143.181 0.000 145.581 0.0525 0.1695 145.70 291.4081 2 120.50 -147.299 0.000 149.699 0.0525 0.1695 149.82 299.6382 2 122.00 -151.475 0.000 153.875 0.0525 0.1695 153.99 307.9883 2 123.50 -155.709 0.000 158.109 0.0525 0.1695 158.23 316.4584 2 125.00 -160.000 0.000 162.400 0.0525 0.1695 162.52 325.0385 2 126.50 -164.349 0.000 166.749 0.0525 0.1695 166.87 333.7386 2 128.00 -168.755 0.000 171.155 0.0525 0.1695 171.27 342.5487 2 129.50 -173.219 0.000 175.619 0.0525 0.1695 175.74 351.4788 2 131.00 -177.741 0.000 180.141 0.0525 0.1695 180.26 360.5289 2 132.50 -182.320 0.000 184.720 0.0525 0.1695 184.84 369.6790 2 134.00 -186.957 0.000 189.357 0.0525 0.1695 189.47 378.9591 2 135.50 -191.651 0.000 194.051 0.0525 0.1695 194.17 388.3492 2 137.00 -196.403 0.000 198.803 0.0525 0.1695 198.92 397.8493 2 138.50 -201.213 0.000 203.613 0.0525 0.1695 203.73 407.4694 2 140.00 -206.080 0.000 208.480 0.0525 0.1695 208.60 417.1995 2 141.50 -211.005 0.000 213.405 0.0525 0.1695 213.52 427.0496 2 143.00 -215.987 0.000 218.387 0.0525 0.1695 218.50 437.0197 2 144.50 -221.027 0.000 223.427 0.0525 0.1695 223.54 447.0998 2 146.00 -226.125 0.000 228.525 0.0525 0.1695 228.64 457.28

pendola

Página 16

99 2 147.50 -231.280 0.000 233.680 0.0525 0.1695 233.80 467.59100 2 149.00 -236.493 0.000 238.893 0.0525 0.1695 239.01 478.02101 2 150.50 -241.763 0.000 244.163 0.0525 0.1695 244.28 488.56102 2 152.00 -247.091 0.000 249.491 0.0525 0.1695 249.61 499.22103 2 153.50 -252.477 0.000 254.877 0.0525 0.1695 254.99 509.99104 2 155.00 -257.920 0.000 260.320 0.0525 0.1695 260.44 520.87105 2 156.50 -263.421 0.000 265.821 0.0525 0.1695 265.94 531.88106 2 158.00 -268.979 0.000 271.379 0.0525 0.1695 271.50 542.99107 2 159.50 -274.595 0.000 276.995 0.0525 0.1695 277.11 554.22

HTORRE-DER. 0 160.00 -276.480 0.000 278.880 0 0 278.88 0.0018471.00

LONGITUD TOTAL DE PENDOLAS = 18471.00 m

DISTANCIAMIENTO ENTRE PENDOLAS D = 1.0mDATOS LUZ ENTRE APOYOS L = 25.00 mFLECHA DEL PUENTE F = 2.000 mCONTRA FLECHA f = 0.00 mRELACION F/L n = 0.080 mLONGITUD DE PENDOLA EN CENTRO DE LUZ S = 0.40 mALTURA DE LA TORRE(HASTA EL CARRITO) H = 2.400 m

LONGITUD CABLE PRINCIPAL

Para valores pequeños de n n=F/L (8n^2)/3 (32n^4)/5 LcLc = L* ( 1+(8n^2)/3-(32n^4)/5) 0.080 0.01707 0.00026 25.420

Lc: Longitud teorica del cable de eje a eje.n = F/L

I.- Lc= 25.420 m.

II.- Longitud entre torre - anclajeMargen Izquierdo L1= L1= 3.86 m.Margen Derecho L2= L2= 3.86 m.

III.- Longitud de traslapeMargen Izquierdo Lt1= Lt1= 0.50 m.Margen Derecho Lt2= Lt2= 0.50 m.

LONGITUD DE CABLE POR BANDA LTc= 34.00 ML

LONGITUD TOTAL CABLE LT= 68.00 ML

LONGITUD CABLE SECUNDARIO (CONTRA VIENTO) ø 3/8"

n1= f /L n1= 0.001

Lcs =L*(1+8n1^2/3) Lcs= 25.00 m.

Lcs: longitud teorica del cable secundario de eje a eje

I.- Longitud entre ejes de torres Lcs= 25.00 m.

II.- Longitud de traslapeMargen Izquierdo Lt1= Lt1= 2.00 m.Margen Derecho Lt2= Lt2= 2.00 m.

LONGITUD DE CABLE POR BANDA LTc= 29.00 ML

LONGITUD TOTAL CABLE LT= 58.00 ML

LONGITUD DE PENDOLAS

ECUACION PARABOLICA DEL CABLE (FLECHAS): Y1=4*F*(1-Xi/L)*(Xi/L)

ECUACION PARABOLICA DEL TABLERO (CONTRAFLECHAS):Y2=4*f(1-Xi/L)*(Xi/L)

ECUACION DE LAS PENDOLAS: Yp=(F-Y1)+S+(f-Y2)TOMANDO COMO INICIO LAS TORRES

NUMERO DE CANTIDAD DISTANCIA EJE FLECHAS CONTRAFLECHAS PENDOLAS Dist. del eje del Dist. del tablero LONGITUD LONGITUD

del cable al orificio al eje del orificio REAL TOTAL

PENDOLA TORRE A PENDOLA Y1 Y2 Yp abraz. Superior abraza.Inferior PENDOLA PENDOLA

HTORRE- IZQ. 0.00 0.000 0.000 2.400 0 0 2.40 0.001 2 1.00 0.307 0.000 2.093 0.0525 0.1695 2.21 4.422 2 2.00 0.589 0.000 1.811 0.0525 0.1695 1.93 3.863 2 3.00 0.845 0.000 1.555 0.0525 0.1695 1.67 3.344 2 4.00 1.075 0.000 1.325 0.0525 0.1695 1.44 2.885 2 5.00 1.280 0.000 1.120 0.0525 0.1695 1.24 2.476 2 6.00 1.459 0.000 0.941 0.0525 0.1695 1.06 2.127 2 7.00 1.613 0.000 0.787 0.0525 0.1695 0.90 1.818 2 8.00 1.741 0.000 0.659 0.0525 0.1695 0.78 1.559 2 9.00 1.843 0.000 0.557 0.0525 0.1695 0.67 1.35

10 2 10.00 1.920 0.000 0.480 0.0525 0.1695 0.60 1.1911 2 11.00 1.971 0.000 0.429 0.0525 0.1695 0.55 1.0912 2 12.00 1.997 0.000 0.403 0.0525 0.1695 0.52 1.0413 2 13.00 1.997 0.000 0.403 0.0525 0.1695 0.52 1.0414 2 14.00 1.971 0.000 0.429 0.0525 0.1695 0.55 1.0915 2 15.00 1.920 0.000 0.480 0.0525 0.1695 0.60 1.1916 2 16.00 1.843 0.000 0.557 0.0525 0.1695 0.67 1.3517 2 17.00 1.741 0.000 0.659 0.0525 0.1695 0.78 1.5518 2 18.00 1.613 0.000 0.787 0.0525 0.1695 0.90 1.8119 2 19.00 1.459 0.000 0.941 0.0525 0.1695 1.06 2.1220 2 20.00 1.280 0.000 1.120 0.0525 0.1695 1.24 2.4721 2 21.00 1.075 0.000 1.325 0.0525 0.1695 1.44 2.8822 2 22.00 0.845 0.000 1.555 0.0525 0.1695 1.67 3.3423 2 23.00 0.589 0.000 1.811 0.0525 0.1695 1.93 3.8624 2 24.00 0.307 0.000 2.093 0.0525 0.1695 2.21 4.42

HTORRE-DER. 25.00 0.000 0.000 2.400 0.0525 0.1695 2.52 0.0054.00

LONGITUD TOTAL DE PENDOLAS = 54.00 m

ANALISIS SISMICO

h L1F2 Hv

hH2 b

H2X X L1

F1 Hv Hv

H1 b H1

CORTE X - X b bFs

ELEVACION LATERAL

VERIFICACION DE COLUMNAS

I.- DATOSA.- Dimensiones torre

Ancho de la columna b= 0.30 m.Peralte columna en direccion analizada h= 0.30 m.

H2= 0.800 m.H1= 1.000 m.Hv= 0.30 m.L1= 0.40 m.

Altura Total Ht = 2.40 m.

B.- Pesos concentrados

P2= ( 2xbxhxH2 / 2 + Hv x h xL1 ) x2.40 P2= 0.26 TnP1= ( 2xbxhxH2 / 2 + 2xbxhxH1 / 2 + Hv x h xL1 ) x2.40 P1= 0.48 Tn

Wt= 0.73 Tn

C.- Fuerza de SismoFs = ( SUCZ / R ) xWt

Factor de Suelo ( suelo tipo II ) S= 1.2 Z Zona 1 0.15Factor de importancia, por la categoria U= 1.3 Z Zona 2 0.3Coeficiente Sismico C=2.5*(Tp/T)^1.25 0.4 Suelos FlexiblesFactor de Ductibilidad R= 10 Tp (s) 0.9Factor de Zona ( ZONA 2) Z= 0.3 S 1.4

Fuerza de Sismo Fs = 0.01 Tn

Distribucion de Fs en la altura de la torre

Donde f = 0.85 si Alto / Ancho > 6 Ht / b = 8 f = 1.00 si Alto / Ancho < 3Si 3 < Alto / Ancho < 6 se debe interpolar linealmente.

NIVEL hi ( m ) Pi Pi x hi f Fi ( Tn )2 2.25 0.26 0.5832 0.85 0.0061 1.15 0.48 0.54648 0.85 0.006S 3.40 0.73 1.13 0.012

Momento en la base de la torre Mst =F2 x h2 + F1 x h1 Mst= 0.02 Ton-m

Momento sismico amplificado base de la torreMsut = 1.25 x Mst

Msut= 0.03 Ton-m

Momento sismico amplificado base de la columnaMuc =Msut / 2

Muc = 0.01 Ton-m

Fi = f x Fs xPi xhi / S Pi xhi

metrado

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HOJA DE METRADO

PROYECTO:UBICACIÓN:

ORDEN TITULO DE PARTIDA UNIDAD CANT. LARGO ANCHO ALTO PARCIAL TOTAL

01.00.- OBRAS PROVISIONALES1.01.00 CONSTRUCCION CASETA ALMACEN

02.00.- TRABAJOS PRELIMINARES2.01.00 LIMPIEZA Y DEFORESTACION MANUAL

2.02.00 TRAZO Y REPLANTEO

03.00.- MOVIMIENTO DE TIERRAS3.01.00 NIVELACION DE TERENO

3.02.00 EXCAVACION MANUAL MATERIAL SUELTO

3.03.00 EXCAVACION MANUAL MATERIAL ROCA FIJA

3.04.00 RELLENO Y COMPACTACION DE FUNDACIONES MAT. PROPIO

3.05.00 ELIMINACION DE MATERIAL EXCEDENTE

04.00.- OBRAS DE CONCRETO SIMPLE

4.01.00 CAMARA DE ANCLAJE4.01.01 CONCRETO F'C= 140 Kg/cm2+30%PG

4.01.02 ENCOFRADO Y DESENCOFRADO EN C. ANCLAJE

4.01.03 ACCESORIOS PARA ANCLAJE M. DERECHA ( RIEL DE 4"x4")

4.01.04 ACCESORIOS PARA ANCLAJE M. IZQUIERDA

05.00.- OBRAS DE CONCRETO ARMADO

5.01.00 ZAPATAS5.01.01 CONCRETO PARA SOLADO 1 :10 , E = 6" .

5.01.02 CONCRETO ZAPATA F'C= 175 Kg/cm2 +30%PG.

5.01.03 ACERO ZAPATA FY=4200 Kg/cm2

(PERNO DE ANCLAJE F=1 1/2")

metrado

Página 21

HOJA DE METRADO


ORDEN TITULO DE PARTIDA UNIDAD CANT. LARGO ANCHO ALTO PARCIAL TOTAL5.02.00 PLACA5.02.01 CONCRETO PLACA, F'C=210 Kg/cm2

5.02.02 ENCOFRADO Y DESENCOFRADO DE PLACA

5.02.03 ACERO COLUMNAS FY=4200 Kg/cm2

5.02.04 ACCESORIOS PARA ANCLAJE C.SECUNDARIO

5.03.00 COLUMNAS5.03.01 CONCRETO COLUMNAS, F'C=210 Kg/cm2

5.03.02 ENCOFRADO Y DESENCOFRADO DE COLUMNAS


5.04.00 VIGAS5.04.01 CONCRETO VIGAS, F'C=210 Kg/cm2

5.04.02 ENCOFRADO Y DESENCOFRADO DE VIGAS


06.00.- ESTRUCTURA DE ACERO

6.01.00 COLOCACION DE CABLES, PENDOLAS 6.01.01 COLOCACION DE CABLES PRINCIPALES F=1" 02 POR BANDA

6.01.02 COLOCACION DE PENDOLAS

6.01.03 COLACION DE CABLES SECUNDARIOS F=5/8" 01 POR BANDA

6.02.00 ACCESORIOS DE FIJACION DE CABLE PRINCIPAL 6.02.01 MACIZO SOQUETE F=4" M. IZQUIERDO

6.02.02 GUARDACABOS PARA CABLE F=1"

6.02.03 GRAPAS DE ACERO CROSBY PARA CABLE F=1"

6.03.00 ACCESORIOS DE FIJACION DE CABLE SECUNDARIO

metrado

Página 22

6.03.01

HOJA DE METRADO


ORDEN TITULO DE PARTIDA UNIDAD CANT. LARGO ANCHO ALTO PARCIAL TOTAL6.04.00 ACCESORIOS DE PENDOLAS 6.04.01 ABRAZADERA SUPERIOR C/ PERNO+TUERCA

6.04.02 ABRAZADERA DE SUJECCION C/ 02 PERNOS+TUERCA

6.04.03 ABRAZADERA INFERIOR C/ PERNO+TUERCA

6.05.00 COLOCACION DE CARRITO DE DILATACION6.05.01 COLOCACION DE CARRITO DE DILATACION

07.00.- ESTRUCTURA DE MADERA

7.01.00 COLOCACION DE VIGA, LARGUERO.7.01.01 VIGAS DE RIGIDIZACION DE 4"x 6" x10'

7.01.02 LARGUEROS DE 4" x 5"x8'

7.02.00 MONTAJE DE BARANDA DE MADERA7.02.01 MONTANTES DE 2"x4"x4'

7.02.02 DIAGONALES DE 2" x 4" x8'

7.02.03 ARRIOSTRE 2"x 4" x4'

7.03.00 MONTAJE DEL ENTABLADO7.03.01 TABLA DE 1.5" x8"x10

7.03.02 GUIA CENTRAL ,TABLA DE 1.5" x8"x10'

08.00.- PRUEBAS DE LABORATORIO

09.00.- PLACA RECORDATORIA

GRAPAS DE ACERO CROSBY PARA CABLE F=5/8"

metrado

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09.01.00 PLACA RECORDATORIA DE 0.40 x0.60 M.

10.00.- FLETE DE MATERIALES10.01.00 FLETE TERRESTRE

10.01.01 FLETE EN ZONA RURAL

DISEÑO DE TORRES

VERIFICACION COLUMNAS : PUENTE TOTALMENTE CARGADO SIN SISMO

I.- DATOSDimensiones de la columna

Ancho de la columna b= 0.30 m.Peralte colum. En direccion analizada t= 0.30 m.Altura libre de la columna Ln= 2.10 m.

Carga sobre la columna

Tension Total de cables sobre la torre T= 4.26 TnInclinación cables Ic = Arctan( Ht/Lt )= Ic= 38.47 °Tension Total Vertical sobre la torre Tv = 2*T x Sen( Ic ) Tv= 5.30 TnTensión Total sobre cada columna Tc= 2.65 TnTensión por cargas permanentes Tcm= 0.83 TnTensión por sobrecargas Tcv= 0.47 Tn

Peso propio columna Pp= 0.45 TnDimensión vigasbase h= 0.30 mPeralte t= 0.30 mLuz libre L1= 0.40 m

Carga vertical última sobre columna Pu=1.4*(Tcm+Pp)+1.7*(Tcv) Pu= 2.59 TnExcentricidad mínima = emin = 0.10*h emin= 0.03 mMomento aplicado por cargas veticales Muv = Pu*emin Muv= 0.08 Tn-mMomento amplificado por sismos Mus= 0.00 Tn-m

RESISTENCIA DE MATERIALES

Resistencia concreto torre = f'c f'c= 210.00 Kg/cm2Resistencia acero = fy fy= 4200.00 Kg/cm2Módulo de elasticidad del concreto Ec = 15000*(f'c)^1/2 Ec= 217371 Kg/cm2

II.- EFECTOS DE ESBELTEZ

Momento de inercia de la secc. Bruta Ig = 1/12*b*h^3 Ig= 0.0007 m4Area de la sección = A = b*h A= 0.09 m2Radio de giro de la sección r = ( Ig/A )^1/2 r= 0.087 m

Despreciar efectos de esbeltez si : K * Ln/ r < 22Curvatura Simple K= 1

K* Ln / r = 24.25 > 22 NO DESPRECIAR

Cambiar de seccion si : K * Ln / r >=100


K* Ln / r = 24.25 < 100 AMPLIFICAR ESFUERZOS

III.- FACTOR DE CORRECION DE ESBELTEZ

EFECTO LOCAL

1.001Factor de reduccion de carga en columnas estribadas f= 0.7Carga crítica d Euler Pc=p^2*EI/(K*Ln)^ Pc= 3283.7178607 Tn

Factor de correcion debido a las cargas verticales d1= Cm/(1-Pu/f*Pc)d1 =

Conservadoramente: = 391267.17Mmáx/Md 0.5

Cm = 0.6+0.4*M1/M2>=0.4 Para elementos contraventeados y sin cargas entre los apoyosCm = 1 en los demás casosM1: Momento flector menor del diseño en el extremo de la columna; es positivo si la columna

es simple y negativo cuando la curvatura es dobleM2: Momento flector mayor de diseño en el extremo de columna siempre positivo

Para curvatura simple : Cm = 0.4+0.6 Cm = 1

Momento por cargas verticales mayoradas 0.078 Tn-m

EFECTO GLOBAL

1.001Factor de reducción de carga en columnas estribadas f= 0.7

Pc = 875.6580962 Tn

Momento por carga Sísmica factorizada 0

Mu= 0.078 Tn-m

Mu: Momento ultimo para el diseño de la columna

CALCULO DEL AREA DE ACERO DE LA COLUMNA

DATOS:Mu = 0.078 Tn-m dPu = 2.59 TnF= 0.7f'c= 210 Kg/cm2fy= 4200 Kg/cm2 bb= 0.30 mt= 0.30 m A's Asd= 0.25 m d1d1= 0.20 m t

Calculo de excentricidad e=Mu / Pu e= 0.03 m

Calculo de la resistencia de la carga axial nominal en condiciones de deformacion balanceadab1= 0.85

46.85625 TnLa columna falla a compresion

46.85625 > 2.59 1

CALCULO DE REFUERZO: DIAGRAMA DE ITERACION

K= 0.02

K*e/t= Mu/(b*t^2*f'c) K*e/t= 0.001e/t= 0.10

Relacion distancia refuerzo cara a cara y h g= 0.9

EI=Ec*Ig/(2.5*(1+bd))bd = bd =

Muv*d1 =

Factor de corrección debido a lo efectos globales que afectan a la estructura como conjunto (dg)dg = Cm / (1 - Pu/f*Pc)dg =

Carga crítica de pandeo (EULER) Pc = p^2*EI / (Ln)^2

Mus*dg =

Mu =Mus*dg + Muv*d1

db= 0.85*f'c*b1*(6000/(6000+fy))*d*b*F

db =Si db < Pu

K = Pu/( f*f'c*b*t)

d= 0.01

Asmin= 9.00 cm2

ACERO Area (cm2) según el número de barrasDiametro As(cm2) peso(kg/ml) 2 3 4 5 6 7 8

3/8" 0.71 0.58 1.42 2.13 2.84 3.55 4.26 4.97 5.681/2" 1.29 1.02 2.58 3.87 5.16 6.45 7.74 9.03 10.325/8" 2.00 1.60 4.00 6.00 8.00 10.00 12.00 14.00 16.003/4" 2.84 2.26 5.68 8.52 11.36 14.2 17.04 19.88 22.721" 5.10 4.04 10.20 15.30 20.40 25.5 30.60 35.70 40.80

o

REFUERZO POR CORTE

DATOS:Mu = 0.078 Tn-mPu = 2.59 Tn

Fuerza de corte en columna : V = Mu / Ln V= 0.04 Tn

u= 0.041 Kg/cm2

Resistencia del concreto al corte Vc=0.85*0.53*(f'c)^0.5

Vc= 6.53 Kg/cm2

entonces Refuerzo Mínimo

Refuerzo mímino por corteRefuerzo mímino = Avmin Avmín = 3.5*b*s/fy (b y s en centimetros) = Avmin = 0.26 cm2smax.= d/2 = 12.5 cmd = 25 cmEntonces refuerzo por corte = Av = Av = cm2

f° diam 3/8" cada 20.0cms

Cuantia según abacos d=

0.01<d< 0.06

As= dmin*b*t

Usar 4 F 5/8"+ 2F1/2" 4 F 3/4"

Esfuerzo cortante u = V / ( b*t )

Vc > u

DISEÑO DE TORRES

#REF!UBICACIÓN : URALLA - SACCSACC

VERIFICACION COLUMNAS : PUENTE TOTALMENTE CARGADO SIN SISMO

I.- DATOSDimensiones de la columna

Ancho de la columna b= 0.30 m.Peralte colum. En direccion analizada t= 0.30 m.Altura libre de la columna Ln= 2.10 m.

Carga sobre la columna

Tension Total de cables sobre la torre T= 4.26 TnInclinación cables Ic = Arctan( Ht/Lt )= Ic= 38.47 °Tension Total Vertical sobre la torre Tv = 2*T x Sen( Ic ) Tv= 5.30 TnTensión Total sobre cada columna Tc= 2.65 TnTensión por cargas permanentes Tcm= 0.83 TnTensión por sobrecargas Tcv= 0.47 Tn

Peso propio columna Pp= 0.45 TnDimensión vigasbase h= 0.30 mPeralte t= 0.30 mLuz libre L1= 0.40 m

Carga vertical última sobre columna Pu=1.4*(Tcm+Pp)+1.7*(Tcv) Pu= 2.59 TnExcentricidad mínima = emin = 0.10*h emin= 0.03 mMomento aplicado por cargas veticales Muv = Pu*emin Muv= 0.08 Tn-mMomento amplificado por sismos Mus= 0.00 Tn-m

RESISTENCIA DE MATERIALES

Resistencia concreto torre = f'c f'c= 210.00 Kg/cm2Resistencia acero = fy fy= 4200.00 Kg/cm2Módulo de elasticidad del concreto Ec = 15000*(f'c)^1/2 Ec= 217371 Kg/cm2

II.- EFECTOS DE ESBELTEZ

Momento de inercia de la secc. Bruta Ig = 1/12*b*h^3 Ig= 0.0007 m4Area de la sección = A = b*h A= 0.09 m2Radio de giro de la sección r = ( Ig/A )^1/2 r= 0.087 m

Despreciar efectos de esbeltez si : K * Ln/ r < 22Curvatura Simple K= 1

K* Ln / r = 24.25 > 22 NO DESPRECIAR



K* Ln / r = 24.25 < 100 AMPLIFICAR ESFUERZOS

III.- FACTOR DE CORRECION DE ESBELTEZ

EFECTO LOCAL

1.001Factor de reduccion de carga en columnas estribadas f= 0.7Carga crítica d Euler Pc=p^2*EI/(K*Ln)^ Pc= 3283.718 Tn

Factor de correcion debido a las cargas verticales d1= Cm/(1-Pu/f*Pc)d1 =

Conservadoramente: = 391267.17Mmáx/Md 0.5

Cm = 0.6+0.4*M1/M2>=0.4 Para elementos contraventeados y sin cargas entre los apoyosCm = 1 en los demás casosM1: Momento flector menor del diseño en el extremo de la columna; es positivo si la columna

es simple y negativo cuando la curvatura es dobleM2: Momento flector mayor de diseño en el extremo de columna siempre positivo

Para curvatura simple : Cm = 0.4+0.6 Cm = 1

Momento por cargas verticales mayoradas 0.078 Tn-m

EFECTO GLOBAL

1.001Factor de reducción de carga en columnas estribadas f= 0.7

Pc = 875.6580962 Tn

Momento por carga Sísmica factorizada 0

Mu= 0.078 Tn-m

Mu: Momento ultimo para el diseño de la columna

CALCULO DEL AREA DE ACERO DE LA COLUMNA

DATOS:Mu = 0.078 Tn-m dPu = 2.59 TnF= 0.7f'c= 210 Kg/cm2fy= 4200 Kg/cm2 bb= 0.30 mt= 0.30 m A's Asd= 0.25 m d1d1= 0.20 m t

Calculo de excentricidad e=Mu / Pu e= 0.03 m

Calculo de la resistencia de la carga axial nominal en condiciones de deformacion balanceadab1= 0.85

46.85625 TnLa columna falla a compresion

46.85625 > 2.59 1

CALCULO DE REFUERZO: DIAGRAMA DE ITERACION

K= 0.02

K*e/t= Mu/(b*t^2*f'c) K*e/t= 0.001e/t= 0.10

EI=Ec*Ig/(2.5*(1+bd))bd = bd =

Muv*d1 =

Factor de corrección debido a lo efectos globales que afectan a la estructura como conjunto (dg)dg = Cm / (1 - Pu/f*Pc)dg =

Carga crítica de pandeo (EULER) Pc = p^2*EI / (Ln)^2

Mus*dg =

Mu =Mus*dg + Muv*d1

db= 0.85*f'c*b1*(6000/(6000+fy))*d*b*F

db =Si db < Pu

K = Pu/( f*f'c*b*t)

Relacion distancia refuerzo cara a cara y h g= 0.9

d= 0.01

Asmin= 9.00 cm2

ACERO Area (cm2) según el número de barrasDiametro As(cm2) peso(kg/ml) 2 3 4 5 6 7 8

3/8" 0.71 0.58 1.42 2.13 2.84 3.55 4.26 4.97 5.681/2" 1.29 1.02 2.58 3.87 5.16 6.45 7.74 9.03 10.325/8" 2.00 1.60 4.00 6.00 8.00 10.00 12.00 14.00 16.003/4" 2.84 2.26 5.68 8.52 11.36 14.2 17.04 19.88 22.721" 5.10 4.04 10.20 15.30 20.40 25.5 30.60 35.70 40.80

o

REFUERZO POR CORTE

DATOS:Mu = 0.078 Tn-mPu = 2.59 Tn

Fuerza de corte en columna : V = Mu / Ln V= 0.04 Tn

u= 0.041 Kg/cm2

Resistencia del concreto al corte Vc=0.85*0.53*(f'c)^0.5

Vc= 6.53 Kg/cm2

entonces Refuerzo Mínimo

Refuerzo mímino por corteRefuerzo mímino = Avmin Avmín = 3.5*b*s/fy (b y s en centimetros) = Avmin = 0.26 cm2smax.= d/2 = 12.5 cmd = 25 cmEntonces refuerzo por corte = Av = Av = cm2

f° diam 3/8" cada 20.0cms

Cuantia según abacos d=

0.01<d< 0.06

As= dmin*b*t

Usar 6 F 3/4" 8F 5/8"

Esfuerzo cortante u = V / ( b*t )

Vc > u

4.-diseÑo pase aereo l=25m

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