47556718-diseno-puente-colgante-tipo-oroya(1)

5/11/2018 47556718-Diseno-Puente-Colgante-Tipo-Oroya(1) - slidepdf.com

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EESOC SRLING. LUIS CHAMORRO TARAZONA

DATOS PRELIMINARES:

L = 90.00 m Luz libre entre apoyos n=f'/f por tabla 0.008333333f = 0.75 m Flecha se encuentra en el rango 10% al 8% para puentes

f´ = 0.60 m Contraflecha A= 1.20 m Ancho libre

S1 = 1.10 m Separaciòn entre largueros

S2 = 1.50 m Separaciòn entre viguetas

S/C = 400.00 kg/m2 Sobrecarga de diseño

Gm = 600.00 kg/m3 Peso especifico de la madera

Yº = 2.25 m Separaciòn entre la paràbola y la base del tablero

1.- DISEÑO DE LA ESTRUCTURA DE MADERA:a. caracteristicas fisicas de la madera

Grupo = C

Emin = 55000 Kg/cm2 Modulo de elasticidad minimo

fm = 100 Kg/cm2 Esfuerzo admisible a la flexión Prfc = 80 Kg/cm2 Esfuerzo admisible ala compresion paralela

ft = 75 Kg/cm2 Esfuerzo admisible a la Traccion paralela

fv = 8 Kg/cm2 Esfuerzo admisible al corte parealela

b. Càlculo del entabladoConsiderando el entablado de madera de las siguientes caracteristicas

a = 1.5 " Espesor del tablon

b = 8.0 " Ancho del tablon

P1 = 4.65 kg/m Peso propio del tablon

P2 = 81.28 kg/m Peso por sobrecarga

W = 85.93 kq/m

Momento máximo centralM = Wt*S1^2/8 M = 1299.62 kg-cm

Modulo de sección

S =a*b^2/6 S = 49.16 cm3

Verificación por flexión: Esfuerzo actuante debe ser menor que el esfuerzo admisible por flexión

s =M/S = 26.44 kg/cm2

s<=fm TRUE

Esfuerzo Cortante

V = WxL/2 V = 47.26 Kg

Modulo de Reacción

R = 2/3xbxh R = 51.61 cm2

Verificación por corte : El esfuerzo cortante actuante debe ser menor que el esfuerzo admisible al corte paralela a las fibras

v = V/R 0.915642 kg/cm2

v <= t TRUE

a = 1 1/2 pulg

b = 8 pulg

CALCULO DE VIGUETA INFERIOR

Considerano las viguetas de madera de las siguientes caracteristicas

a(pulg.) 6 " Peralte de la vigueta

b(pulg.) 4 " Ancho de la vigueta

DISEÑO PUENTE COLGANTE - TIPO OROYA

Las propiedades fisico mecanicas de la madera esta dado por el grupo Andino según el tipo de madera para

nuestro diseño usaremos las del grupo

POR LO QUE SE USARA UN ENTABLADO

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EESOC SRL

ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA

Modulo de sección

S =a*b^2/6 S = 393.29 cm3

Modulo de Reacción

R = 2/3xbxh R = 103.23 cm2

a.- MOMENTO POR CARGA MUERTA

P1 = 25.146 kg/m Peso propio del entablado por ml.

P2 = 9.29 kg/m Peso propio de la vigueta por ml.

P3 = 15.00 kg/m Peso propio de clavos y otros por ml

P4 = 22.82 kg/m Peso propio estructura superior por ml

Wd = 72.26 kg/m

Momento por carga muerta Md= Wd*L^2/8

Md = 2032.21 kg-cm

Cortante por carga muerta Vd=Wd*L/2

Vd = 54.19 kg

b.- MOMENTO POR SOBRE CARGA

Ws/c = 440.00 kg/m

Ms/c= 12375.00 kg-cm

Vs/c = 330.00 kg

Mt = Md+Ms/c = 14407.21 kg-cm

Vt = Vd+Vs/c = 384.19 kg

c.- VERIFICACIONES

C.1 Por flexión: Esfuerzo actuante debe ser menor que el esfuerzo admisible por flexión

s =M/S = 36.63 kg/cm2

s<=fm TRUE

C.2 Por Corte: El esfuerzo cortante actuante debe ser menor que el esfuerzo admisible al corte paralela a las fibras

v = V/R = 3.721871 kg/cm2

v <= t TRUE

a = 6 pulg

b = 4 pulg

CALCULO DE MONTANTES

Cortante Actuante

V = 384.19 kg

Esfuerzo admisible a la Traccion paralela

ft = 75 Kg/cm2

Area de la sección a usar A= V/ft

A= 5.12 cm2

a = b = 2.26 cm

a = 4 pulg OK… 384.19 384.19

b = 4 pulg OK…

CALCULO VIGUETA SUPERIOR LATERALES




Modulo de sección

S =a*b^2/6 S = 393.29 cm3

POR LO QUE SE USARA VIGUETAS

POR LO QUE SE USARA MONTANTES

VIGUET

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EESOC SRL


Modulo de Reacción

R = 2/3xbxh R = 103.23 cm2

a.- MOMENTO POR CARGA MUERTA 9.29

P1 = 9.29 kg/m Peso propio de la vigueta por ml.

Wd = 9.29 kg/m

Momento por carga muerta Md= Wd*L^2/8+V*L/2 384.19 384.19

Mmax = 21271.10 kg-cm

Cortante por carga muerta Vd=Wd*L/2 + V

Vd = 389.30 kg

c.- VERIFICACIONES


s =M/S = 54.09 kg/cm2

s<=fm TRUE


v = V/R = 3.771371 kg/cm2

v <= t TRUE

a = 6 pulgb = 4 pulg

CALCULO VIGUETA SUPERIOR MEDIO




Modulo de sección

S =a*b^2/6 S = 589.93 cm3Modulo de Reacción

R = 2/3xbxh R = 154.84 cm2

a.- MOMENTO POR CARGA MUERTA 13.94

P1 = 13.94 kg/m Peso propio de la vigueta por ml. 212

Wd = 13.94 kg/m 21271.10

Momento por carga muerta Md= Wd*L^2/8+V*L/2+M 389.30 389.30

Mmax = 50860.68 kg-cm

Cortante por carga muerta Vd=Wd*L/2 + V

Vd = 399.75 kg

c.- VERIFICACIONES


s =M/S = 86.21 kg/cm2

s<=fm TRUE


v = V/R = 2.581747 kg/cm2

v <= t TRUE

a = 6 pulg

b = 6 pulg



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EESOC SRL


DISEÑO DE CONEXIÓN EMPERNADA:

La conexión sera mediante dos planchas A36

Fy= 2.53 tn/cm2 Resistencia a la fluencia

Fu= 4.08 tn/cm2 Resistencia ala fractura

e = 1/4 pulg Espesor de la plancha

a = 6.00 pulg Ancho de la plancha

Empernados con pernos A325

Ø = 3/4 pulg Diametro del perno

Fbu = 8.40 t/cm2 Resistencia de fractura de fluencia del acero con que esta hecho el perno

m = 2.00 numero de areas de corte

Ab = 2.85 cm2 area transversal del perno

L= 7.50 pulg Longitud del perno

cortante actuante

Vd= 399.75 kg

a.- CARGA MUERTA

P1 = 37.719 kg Peso propio del entabladoP2 = 27.87 kg Peso propio de la vigueta

P3 = 42.12 kg Peso propio de la montantes

P4 = 48.31 kg Peso propio de la vigueta superior

P5 = 20.90 kg Peso propio de la vigueta superior medio

P6 = 22.50 kg Peso propio de clavos y otros

P7 = 95.10 kg Peso propio de entablado lateral

Pd = 294.52 kg

b.- SOBRE CARGA

PL = 660.00 kg

c.- CARGA FACTORIZADA

Pu = 1.2xPd+1.6xPl

Pu = 1409.42 kgd.- RESISTENCIA DE DISEÑO DE LA PLANCHA

Ag = 9.68 cm2 Area total de la sección transversal

An = 6.83 cm2 Area neta

Max An = 8.23 cm2 Area neta máxima

Ae= 6.83 cm2 Area neta efectiva

U = 1.00 en planchas traslapadas

Resistencia de diseño de mienbros en tracción

ØPnf = ØFy*Ag 22035.4398 kg OK…….

ØPnr = ØFu*Ae 20888.325 kg OK…….

e.- RESISTENCIA DE DISEÑO DE LOS PERNOS

Resistencia del perno al corte

ØRn = 0.65*(0.60*Fbu)*m*Ab = 18674.7041 kg OK…….

Resistencia del perno en tracción

ØRn = 0.75*Fbu*(0.75*Ab) = 5

Resistencia del perno al aplastamiento 5 5

ØRn = Ø(2.4*d*t*Fu) = 8883.85 kg OK…….

f.- DISPOSICION DE LOS PERNOS

Pu/m = 704.71 kg

L>= Pu/(Øfu*t) 0.36 cm OK…….

15.00

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2.- DISEÑO DEL CABLE PRINCIPAL

P1 = 37.719 kg PP entablado DIAMETRO PESO APROX. RESIST

P2 = 27.87 kg PP vigueta mm. pulg. Kg/ml. tonP3 = 42.12 kg PP montantes 3.20 1/8 0.04

P4 = 48.31 kg PP de la vigueta superior 4.80 3/16 0.10

P5 = 20.90 kg PP de la vigueta superior med 6.40 1/4 0.17

P6 = 22.50 kg PP clavos y otros 8.00 5/16 0.27

P7 = 95.10 kg PP entablado lateral 9.50 3/8 0.39

P8 = 22.5 kg PP poleas y otros 11.50 7/16 0.52

P9 = 660.00 kg SC 13.00 1/2 0.68 1PT = 977.016 kg 14.50 9/16 0.88 1

16.00 5/8 1.07 1

W3 = 3.48 kg/m PP cables 19.00 3/4 1.55 2W10 = 3.48 kg/m PP cables 22.00 7/8 2.11 3

TENSION HORIZONTAL: 26.00 1 2.75 4

H = (W*L^2/8+P*L/4)/f 34.01 ton. 29.00 1 1/8 3.48 5

TENSION MAXIMA EN EL CABLE: 32.00 1 1/4 4.30 6

T = H*RAIZ(1+16*n^2) 34.03 ton. 35.00 1 3/8 5.21 7

FS = 2.5 38.00 1 1/2 6.19 8

TMAX = FS*T = 85.07 ton. 42.00 1 5/8 7.26 10

45.00 1 3/4 8.44 12Diametro del cable a usar 1 1/8 plg 44.00 1 7/8 9.67 13Resitencia a la roptura del cabl 51.30 ton. 52.00 2 11.00 15Numero de cables 2 Und

1 1/8 pulg

b. Altura de la TorrehT = f + s + f'

hT = 3.60 usar 4.10c. Longitud de los FijadoresL1 = raiz(hT 2+l1^2) = 123.0683144 m

d. Diseño de la Camara de Anclaje AngulosAngulo del cable principal: tan =4*f/L 0.03 1.91Distancia Horz. Del Anclaje Izquierdo 2.10 62.88 izquierdo

Distancia Horz. Del Anclaje Derecho 2.10 62.88 derecho

Desnivel del Anclaje Izquierdo 0.00Desnivel del Anclaje Derecho 0.00Como la torre lleva carros de dilataciòn las dos tensiones horizontales son iguales

Luego la tensiòn en el fiador serà:

Tf1=H/cosØ1 15.50 ton Tensión en el fijador del estribo IzquierdoTf2=H/cosØ2 15.50 ton Tensión en el fijador del estribo Derecho

Pizq.=H*(tanø +tanØ1) 67.53 Ton Tensión vertical est. Izquierdo

Pder.=H*(tanø+ tanØ2) 67.53 Ton Tensión vertical est. Derecho

DATOS PRELIMINARESIZQUIERDA DRECHA

A = 2.10 2.10 m Dimenciòn en el sentido del puente

B = 2.00 2.00 m Dimenciòn perpendicular al sentido del puente

H = 3.00 3.00 m Altura de la camara

Gt = 0.97 1.20 kg/cm2 Capacidad portante del suelo

Gs = 2000.00 2000.00 k/m3 Peso especìfico del suelo gc= 2300.00 2300.00 k/m3 peso especifico del concreto

Ø = 35.00 35.00 Angulo de fricciòn interna del suelo

Dimensiones del ducto de Anclaje

a = 1.00 1.00 Dimenciòn en el sentido del puente

b = 0.90 0.90 Dimenciòn perpendicular al sentido del puente

CLASIFICACION 6x19 ALMA DE ACERO MEJORADO TBOA

Usar cables 6x19 alma de acero mejorado tipoBOA de diametro

a. Determinación del diametro del cable

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h = 1.55 1.55 Altura de la camara

a. Empuje del terrrenoE = ½*Gs*H^2*[TAN(45-Ø/2)]^2 = 2438.91 kg

Ev = E *SEN(Ø/2) 733.3945279 kg

Eh = E*COS(Ø/2) = 2326.030273 kg H=3.00m

B=2.00m

b. Fuerzas Verticales Estabilizadoras A=2.10m

CAMARA IZQUIERDA CAMARA DERECHAPi PESO BRAZO MOMENTO Pi PESO BRAZO MOMENTO

(Kg.) (mts.) (Kg-m.) (Kg.) (mts.) (Kg-m.)

P1 25771.50 1.05 27060.08 P1 25771.50 1.05 27060.08

T1v -13798.92 1.05 -14488.87 T2v -13798.92 1.05 -14488.87

TOTAL 11972.58 12571.21 TOTAL 11972.58 12571.21

X= 1.05 X= 1.05

Z= 0.17 Z= 0.17

e= 0.17 e= 0.17

a/6>=e 0.35 TRUE a/6>=e 0.35 TRUE

b. Fuerzas Horizontales Estabilizadoras

CAMARA IZQUIERDA CAMARA DERECHAPi PESO BRAZO MOMENTO Pi PESO BRAZO MOMENTO

(Kg.) (mts.) (Kg-m.) (Kg.) (mts.) (Kg-m.)

Eh 2326.03 1.00 2326.03 P1 2326.03 1.00 2326.03

T1h 7067.74 1.50 10601.61 T2h 7067.74 1.50 10601.61

TOTAL 9393.77 12927.64 TOTAL 9393.77 12927.64

c. Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,Pizq=Fv/(A*B)*(1+6*e/A 0.42 kg/cm2<Gt TRUE

Pder=Fv/(A*B)*(1+6*e/A 0.42 kg/cm2<Gt TRUE

d. Chequeo al Volteo

FSVi = Mest / Mvol = 0.97 >2 FALSE

FSVd = Mest / Mvol = 0.97 >2 FALSE

e. Chequeo al DeslizamientoFSDi = SFv*.7 / SFh = 1.15 >2 FALSE

FSDd = SFv*.7 / SFh 1.15 >2 FALSE

f. Chequeo por Equilibrio de FuerzasSFRESISTENTES > 2Th

Estribo Izquierdo

11972.58 < 14135.48

Estribo Derecho

11972.58 < 14135.48

USAR CAMARA DE ANCLAJE DE DIM.A = 2.10 m H=3.00m

B = 2.00 m B=2.00m

H = 3.00 m A=2.10m

e. Diseño del Macizo de Anclaje

fs = 2000 kg/cm2 Resistencia a tracción del fierro liso

FS = 2 Factor de Seguridad

T = 34.03 ton Tensión del cable fiador máximo

Area de Refuerzo

A = (T /fs)*FS 34.03 cm2

FALSE

FALSE

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Diametro de refuerzo Macizo ded = Raiz(A*4/PI) 6.58 cm 2.591406749 pulg Anclaje Ø 3 pulg

Ø = 3 pulg

f. Dispositivos de anclaje

1. Grapas para la Sujeción de los cablesØ = 1 1/8 pulg diametro del cable

T de grapa = 1 1/8 pulg tamaño de grapa

N°grapa = 6 und Nro min de grapa a usarTorsión Minimo = 225 lbs/pie Usar torquimetro

S = 144 mm Separación entre grapas

l = 34 pulg Cantidad de cable a doblar

2. Guardacabos de cablesØ = 1 1/8 pulg diametro del cable

Tendra las siguientes dimensiones y estas estan en pulgadas

A B C D E F G H6.25 4.50 4.31 2.75 1.75 1.31 0.22 0.50

TAMAÑO DE GRAPA

Nº MINIMO DE GRAPAS

CANT DE CABLE A DOBLAR

TORSION EN ESPACIO DE

mm. pulg. pulg. und pulg. LBS - PIE PERNOS mm

3.20 1/8 1/8 2.00 3 1/4 4.5 61.00 04.80 3/16 3/16 2.00 3 3/4 7.5 61.00 06.40 1/4 1/4 2.00 4 3/4 15 61.00 0

8.00 5/16 5/16 2.00 5 1/4 30 67.00 09.50 3/8 3/8 2.00 6 1/2 45 83.00 0

11.50 7/16 7/16 2.00 7 65 89.00 0

13.00 1/2 1/2 3.00 11 1/2 65 97.00 0

DIAMETRO CABLE

USAR UN MACIZO DE DIAMETRO

El anclaje, fijación y amarre de los cables principales en la cámara, serán con dispositivos tales como guardacabos

determinados según el diametro del cable.

INSTALACION DE GRAPAS TABLA GUIA (API9B-80)

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EESOC SRL


14.50 9/16 9/16 3.00 12 95 102.00 0

16.00 5/8 5/8 3.00 12 95 102.00 0

19.00 3/4 3/4 4.00 18 135 114.00 0

22.00 7/8 7/8 4.00 19 225 121.00 0

26.00 1 1 5.00 26 225 132.00 0

29.00 1 1/8 1 1/8 6.00 34 225 144.00 6

32.00 1 1/4 1 1/4 6.00 44 360 157.00 0

35.00 1 3/8 1 3/8 7.00 44 360 160.00 038.00 1 1/2 1 1/2 7.00 54 360 174.00 0

42.00 1 5/8 1 5/8 7.00 58 430 185.00 0

45.00 1 3/4 1 3/4 7.00 61 590 192.00 0

44.00 1 7/8 1 7/8 8.00 65 650 225.00 0

52.00 2 2 8.00 71 750 225.00 0

6

DIAMETRODEL CABLE

pulg A B C D E F G H

1/8 1.94 1.31 1.06 0.69 0.25 0.16 0.05

3/16 1.94 1.31 1.06 0.69 0.31 0.22 0.05

1/4 1.94 1.31 1.06 0.69 0.38 0.28 0.05

5/16 2.13 1.5 1.25 0.81 0.44 0.34 0.05

3/8 2.38 1.63 1.47 0.94 0.53 0.41 0.061/2 2.75 1.88 1.75 1.13 0.69 0.53 0.08

5/8 3.5 2.25 2.38 1.38 0.91 0.66 0.13

3/4 3.75 2.5 2.69 1.63 1.08 0.78 0.14

7/8 5 3.5 3.19 1.88 1.27 0.94 0.16

1 5.69 4.25 3.75 2.5 1.39 1.06 0.16

1 1/8 6.25 4.5 4.31 2.75 1.75 1.31 0.22

1 1/8-1 1/4 6.25 4.5 4.31 2.75 1.75 1.31 0.22

g. Determinación de la Longitud del Cable

Lcatenaria=L*(1+8/3*n^2-32/5*n^4) 90.02 n=f/L= 0.008

Lfiador1= 3.66

Lfiador2= 3.66

Lcable doblado= 3.44

LONGITUD TOTAL DEL CABLE EN METROS 100.78

Y=Yº+4*(f+f´)*X*(L-X)/L^2

i Xi Yi Lpendolas0 45.00 2.250 2.45

1 43.50 2.252 2.45

2 42.00 2.256 2.46

3 40.50 2.264 2.46

4 39.00 2.274 2.47

5 37.50 2.288 2.49

6 36.00 2.304 2.50

7 34.50 2.324 2.52

8 33.00 2.346 2.55

9 31.50 2.372 2.57

10 30.00 2.400 2.6011 28.50 2.432 2.63

13 25.50 2.504 2.70

14 24.00 2.544 2.74

15 22.50 2.588 2.79

16 21.00 2.634 2.83

17 19.50 2.684 2.88

18 18.00 2.736 2.94

19 16.50 2.792 2.99

20 15.00 2.850 3.05

Longitud Total 49.089 53.09

DMENSIONES EN PULG

GUARDACABO PARA CABLES

0.00

0.50

1.00

1.50

2.00

2.50

3.00

1 3 5 7 9 11 13 15 17 19

LONGITUD

PENDOLAS

LONGITUD DEL CABLE Y DE LASPENDOLAS

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3. DISEÑO DE LAS TORRES O COLUMNAS

a. Determinación de la fuerza actuantePizq.=H*(tanø +tanØ1) 67.53 Ton Tensión vertical est. IzquierdoPder.=H*(tanø+ tanØ2) 67.53 Ton Tensión vertical est. Derecho

P de diseño = 67.53 Ton.Tensión maxima = 34.03 Ton

altura de la torrehT = f + s + f'

hT = 4.10 mDf = 1.8 m Profundidad de desplante

b. Diseño de la zapata de la torreCOLUMNA :

t2: 40.1 cm. lado mayor de la columna

t1: 40.1 cm. lado menor de la columna

øb = 1.6 cm. diametro del acero de la columna

f'c= 210 kg/cm2

F'y= 4200 kg/cm2

st = 0.97 kg/cm2 capacidad portante del terreno

gt = 2000.00 kg/m3 peso especifico del terrenogC = 2300.00 kg/m3 peso especifico del concreto

S/C= 400 kg/m2 sobre carga piso

CARGA PERMANENTE

TENSIÓN VERTICAL 67531.14 Kg.

P.P COLUMNA: 2181.90 Kg.

69,713.0 hc = ld + r.e + Øb

total cargas ht = Df - hc

PD= 69,713.0 kgP1= 69,713.0 kg

P.PZ= 7,006.16 kgPT1= 76,719.2 kg

MD,ML

1.- DIMENSIONAMIENTO DE LA ZAPATA PD, PL

Cálculo del peralte de la zapata (hc )

Ld = 36.87 cm

Tomar ld = 36.87 cm Df Lv

Øb ( 1") = 1.6 cm. cm

r.e.e = 7.50 cm

hc = 45.96 cm

Tomar hc = 50.00 cm T

ht = 130.00 cm

Cálculo de la presión neta del suelo ( qm )

Bqm = qa - gt*ht - gc*hc - s/c

qm = 0.56 kg/cm² TCálculo del área de la zapata ( Az )

A'z = Ps A'z = 124487.58 cm²

qm T = 353 cmT = Az .5 + ( t - b ) B = 353 cm

2 DIMENSIONES A USARB = Az .5 - ( t - b ) T = 170 cm

2 B = 170 cm

2.- DETERMINACIÓN DE LA REACCIÓN AMPLIFICADA ( qmu )

Las columnas estan sometidas a flexo - compresión vertical que transmiten los cables, además de las fuerzas hori

del viento que actuan sobre ellas y parte del que actuán sobre el puente.

b

t

Ld0.08xdbxfy

f 'c=

Reemplazo los valores que tenemos:

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qmu Qmu = 3.38 kg/cm2

3.- VERIFICACION POR CORTE ( Ø = 0.85 ) Por Flexión:

Lv = ( T - t ) / 2 Lv = 64.95 cm

Vu = qmu * B * ( Lv - d ) r.e = 7.50 cmVc = 0.53 * f 'c^.5 * B * d Øb ( 3/4") = 1.91 cm

Vu = Øvc OK ! d = 40.59

Vu = 13,985.26 kg

r.e = 7.5 c.m

Øb Vc = 52,997.27 kg

d = hc - r.e - Øb Øvc = 45,047.68 kg OK

Por Punzonamiento :

Vu = kg

bo =

Vc = 0.27 * 2 + 4 * f 'c^.5 * bo * d = 1.10 * f 'c^.5 * bo * d

b cVc = kg

ØVc = kg

b c = lado mayor columna ( t ) 1

lado menor columna ( b )

m = t + d m = 80.69

n = t + b n = 80.69bo = 2*m + 2*n Vu = 1.1 x f'c x bo x d

Vu = Øvc OK ! Vu = 208,829.89Øvc = 177,505.41

OK4.- CALCULO DEL REFUERZO LONGITUDINAL ( Ø = 0.90 ) Dirección Mayor:

Lv = ( T - t ) / 2 Lv = 64.95 kg ree = 7.50

Mu = qmu * B * Lv² Mu = 1210936.78 kg-cm Øb ( 3/4") = 1.91

2

As = Mu / ( Ø * fy * ( d - a/2 )) B = 170 cma = As * fy / ( 0.85 * f 'c * S ) d = 40.59 cm

a = 0.30 cm ERROR Variar aAs = 7.92

As mín = 0.0018 * B * d a = 1.1

As > As mín OK !!As = 8 cm2

Aøb

# Varilla ( n ) = As

Aøb As mín = 12.42 cm2Espaciam = B - 2*r.e - Øb

n -1 As min > As USAR As min

TABLA: Areas de Refuerzo

Diámetro Area

Ø As USAR : Alternativa : 2 10 Ø 1/2"

plg cm2

1/4" 0.47 As= 12.9 cm2.3/8" 0.71 N°de varillas Alternativa 01 17 Ø 3/8" 0 0 0.00001/2" 1.29 N°de varillas Alternativa 02 10 Ø 1/2" 1.29 10 0.0127

5/8" 1.98 N°de varillas Alternativa 03 6 Ø 5/8" 0 0 0.00003/4" 2.84 N°de varillas Alternativa 04 4 Ø 3/4" 0 0 0.0000

1" 5.07 N°de varillas Alternativa 05 2 Ø 1" 0 0 0.0000

bo = 2 x ( t + d ) + 2 x ( b + d )

322.7537343

307,549.47

261,417.05

Vu = Pu - qmu * m * n75,611.22

d/2 d/2

m = t+d

n

=

b + d

t

b

T

B

Pu=

c =

cm

kgkg

cmcm2

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1.29 10 0.0127Espaciamiento = B - 2*r.e - Øb r.e=recubrimiento

n -1 r.e= 7.50cm.

e= 0.17 m.

Dirección Menor: Dirección Transversal

Lv = ( B - b ) / 2 Lv = 64.95 kg ree = 7.50

Mu = qmu * T * Lv² Mu = 1210936.78 kg-cm Øb ( 3/4") = 1.91

2

As = Mu / ( Ø * fy * ( d - a/2 )) T = 170 cma = As * fy / ( 0.85 * f 'c * T ) d = 40.59 cm

a = 0.30 cm ERROR Variar aAs = 7.92

a = 1.1As tranv = As * T

B T = 170 cm

As mín = 0.0018 * B * d B = 170 cm

As > As mín OK !! d = 40.59 cm

Aøb# Varilla ( n ) = As As transv = 8.00

Aøb

Espaciam = B - 2*r.e - Øb Asmin = 12.42n -1

As min > As USAR As minTABLA: Areas de Refuerzo

Diámetro Area

Ø As USAR : Alternativa : 2 10 Ø 1/2"

plg cm

1/4" 0.47 As= 12.9 cm2.3/8" 0.71 N°de varillas Alternativa 01 17 Ø 3/8" 0 0 0.0000

1/2" 1.29 N°de varillas Alternativa 02 10 Ø 1/2" 1.29 10 0.0127

5/8" 1.98 N°de varillas Alternativa 03 6 Ø 5/8" 0 0 0.0000

3/4" 2.84 N°de varillas Alternativa 04 4 Ø 3/4" 0 0 0.0000

1" 5.07 N°de varillas Alternativa 05 2 Ø 1" 0 0 0.0000

1.29 10 0.0127

Espaciamiento = T - 2*r.e - Øb r.e=recubrimienton -1 r.e= 7.50cm.

e= 0.17 m.

Longitud de desarrollo en Traccion ( Ld )

b = 1.00 C =

ld = Øb * fy * a * b * g * l < Lv1 g = 0.80 ktr = 03.54 * f 'c^.5 * C + Kr l = 1.00 q = ( C + kt r )/ Øb

Øb a = 1.00 q= 8.8

Lv1 = Lv - r.e.e Lv1= 57.45 cm q= 2.5Ld = 33.27285599 cm

Ld < Lv1 OK !!

La Zapata es rectangular se debe compartir el Refuerzo adecuadamente de la siguiente manera:

Asc = 2 * Astrv

( b + 1 ) b = 1.00

Asc = 12.90b = Lado mayor Zapata

Lado menor Zapata en una longitud B = 170 cm

Aøb Aøb = 1.29 cm2 Ø 1/2"# Varilla ( n ) = As # Var = 10

Aøb Espac = 17.08111111 cmEspaciam = T - 2*r.e.e - Øb

n -1

5.- VERIFICACION DE LA CONEXIÓN COLUMNA - ZAPATA ( Ø = 0.70 ) a. Resistencia al Aplastamiento Sobre la Columna

Pu = 97,598.26 kg

7.50

cm2

cm2

cm2

cmcm2

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Pnb = 0.85 x f 'c x Ac Pn = 139,426.09 kg

Pu = (1.4*PD+1.7PL) Ac = 1,607.88 cm2

Pn = Pu/Ø Ø = 0.7 Pnb= 287,007.36

Pn<Pnb CONFORME Pn<Pnb CONFORME

b. Resistencia en el Concreto de la Cimentación

Pu = 97,598.26 kgPnb = 0.85 x f 'c x Ao Pn = 139,426.09 kg

Ao = (A2/Ac)^0.5*Ac A2 = 28,900 cm2

Ao <= 2*Aco Ao = 4.2 Ac Usar Ao=2*AcA2=T^2*b/t Ao = 2.0 Ac

Pnb= 574,014.72

Pn<Pnb CONFORMEc. Refuerzo Adicional MinimoAs = (Pu-ØPn)/Øfy As = 0.000 cm2

As min = 0.005 * Ac As min = 8.039421873 cm2

Asc = area de acero de la columna

Asc = 4Ø 1/2" Asc = 5.16 cm2

usar As min

1.- DIMENSIONAMIENTO DE COLUMNA 69.53 Ton 69.53 Ton

bD = P/(n*f'c) = 1607.884375 cm2b = D = 40.09843357 cm

Optamos b = D = 40.10 cmMetrado de Cargas

V = 67.53 Tn

Pp = 1.996992 Tn

PT = 69.53 TnEsfuerzo de viento

Fv = 120 kg/m2

Wv = 48.11812 kg/m

Mbase = 701.5622 kg -m 259.83785

V base = 259.8378 kg

701.562194

K = Pu/(Ag*f'c) = 0.2059

Ke/t = Mu/(bd^2*f'c) = 0.0052

g = 1.00

r min = 0.01

Asmin = 16.07884 cm2

Por lo Tanto Usar 4Ø 5/8" + 2Ø1/2"Estribos Ø 3/8"; [email protected], [email protected] Rto 0.15

NO EXISTE PROBLEMAS DE APLASTAMIENTO EN LA UNION COLUMNA - ZAPATA Y NO REQUIERE REFUERZOADICIONAL PARA LA TRANSMISIÓN DE CARGAS DE UN ELEMENTO A OTRO

4 8 . 1

1 8 1 2 0 2 8

kg

kg

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47556718-diseno-puente-colgante-tipo-oroya(1)

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