diseño de puente 20 mts

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


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


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 =


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


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


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


CALCULO: G:D.C.R

= 19.02 T

58.93

VLL+I


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]


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


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


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


£LL

Mu + = n[£DCMDC+£DWMDW+£LLMLL+I]

As2

As2


CALCULO: G:D.C.R

ACERO NEGATIVO Mu = 3.09 T-m


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





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


£LL


CALCULO: G:D.C.R

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 1.06 T-m


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





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


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


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


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


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


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.



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.



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.



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


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.



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.



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.



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

diseño de puente 20 mts

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