Diseño+Puente+Colgante+Tipo+Oroya

EESOC SRL ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA

DISEÑO PUENTE COLGANTE - TIPO OROYA DATOS PRELIMINARES: L= f= f´ = A= S1 = S2 = S/C = Gm = Yº =

60.00 m 0.75 m 0.40 m 1.60 m 1.10 m 1.50 m 300.00 kg/m2 600.00 kg/m3 2.25 m

Luz libre entre apoyos n=f'/f po por tabla 0 .0 1 Flecha se encuentra en el rango 10% al 8% para puentes Contraflecha Ancho libre Separaciòn entre largueros Separaciòn entre viguetas Sobrecarga de diseño Peso especifico de la madera Separaciòn entre la paràbola y la base del tablero

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

Grupo =

C

Emin = f m = f c = f t = f v =

55000 K g/ g/cm2 100 K g/ g/cm2

Modulo de elasticidad minimo Esfuerzo admisible a la flexión

80Kg/cm2 80Kg/c m2 75 Kg/cm2 8 Kg/cm2

Esfu Esfue erzo rzo admi admisi sibl ble e ala ala comp comprresio esion n para parale lela la Esfuerzo a ad dmisible a la Traccion p pa aralela Esfuerzo admisible al corte parealela

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

a= b=

1 .5 " 8.0 "

P1 =

4.65 kg/m

P2 =

60.96 kg/m

W=

65.61 kq/m

Espesor del tablon Ancho del tablon Peso propio del tablon Peso por sobrecarga

Momento máximo central M = Wt*S1^2/8

M=

992.28 kg-cm

S=

49.16 cm3

Modulo de sección S =a*b^2/6

Verificación por flexión: Esfuerzo actuante debe ser menor que el esfuerzo admisible por flexión σ =M/S = 20.18 kg/cm2 kg/cm2 σ<=fm

TRUE

Esfuerzo Cortante V = WxL/2

V=

36.08 Kg

R=

51.61 cm2

Modulo de Reacción R = 2/3xbxh

Verificación por corte : El esfuerzo cortante actuante debe ser menor que el esfuerzo admisible al corte paralela a las fibras v = V/R

0.7 kg/cm2 v <= τ

TRUE

POR LO QUE SE USARA UN ENTABLADO a = 1 1 /2 pulg b =8 pulg pul g CALCULO DE VIGUETA INFERIOR Considerano las viguetas de madera de las siguientes caracteristicas

a(pulg.) b(pulg.)

6 " Peralte de la vigueta 4 " Ancho de la vigueta Pág. 1

Pr



S=

393.29 cm3

R=

103.23 cm2

Modulo de Reacción R = 2/3xbxh a.- MOMENTO POR CARGA MUERTA

P1 =

25.146 kg/m

Peso propio del entablado por ml.

P2 =

9.29 kg/m

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

Peso propio de la vigueta por ml.

VIGUET A

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

2032.21 k g-cm

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

54.19 kg

b.- MOMENTO POR SOBRE CARGA

Ws/c =

330.00 kg/m

Ms/c=

9281.25 k g-cm

Vs/c =

247.50 kg

Mt = Md+Ms/c =

11313.46 kg-cm

Vt = Vd+Vs/c =

301.69 kg

c.- VERIFICACIONES

C.1 Por flexión: Esfuerzo actuante debe ser menor que el esfuerzo admisible por flexión σ =M/S =

28.77 kg/cm2 σ<=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 =

2.92 kg/cm2 v <= τ

TRUE

POR LO QUE SE USARA VIGUETAS a =6 pulg b =4 pulg CALCULO DE MONTANTES Cortante Actuante V=

301.69 kg

Esfuerzo admisible a la Traccion paralela

f t =

75 Kg/cm2 Area de la sección a usar A= V/f t A= a=b=

4.02 cm2 2.01 cm

POR LO QUE SE USARA MONTANTES a =4 pulg OK… b =4 pulg OK…

301.69

CALCULO VIGUETA SUPERIOR LATERALES Considerano las viguetas de madera de las siguientes caracteristicas

a(pulg.) b(pulg.)

6 " Peralte de la vigueta 4 " Ancho de la vigueta

Pág. 2

301.69



S=

393.29 cm3

R=

103.23 cm2


9.29

a.- MOMENTO POR CARGA MUERTA

P1 =

9.29 kg/m

Wd =

9.29 kg/m

Peso propio de la vigueta por ml.

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

301.69

301.69

16733.60kg-cm

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

306.80 kg

c.- VERIFICACIONES


42.55 kg/cm2 σ<=fm

TRUE


2.97 kg/cm2 v <= τ

TRUE

POR LO QUE SE USARA VIGUETAS a =6 pulg b =4 pulg CALCULO VIGUETA SUPERIOR MEDIO Considerano las viguetas de madera de las siguientes caracteristicas

a(pulg.) b(pulg.)

6 " Peralte de la vigueta 6 " Ancho de la vigueta


S=

589.93 cm3

R=

154.84 cm2


13.94

a.- MOMENTO POR CARGA MUERTA

P1 =

13.94 kg/m

Wd =

13.94 kg/m

Peso propio de la vigueta por ml. 16733.60

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

16733.60

306.80

306.80

40135.68kg-cm

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

317.25 kg

c.- VERIFICACIONES


68.03 kg/cm2 σ<=fm

TRUE


2.05 kg/cm2 v <= τ

TRUE

Pág. 3


POR LO QUE SE USARA VIGUETAS a =6 pulg b =6 pulg 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 Fbu = 8.40

pulg

Diametro del perno

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= 317.25

kg

a.- CARGA MUERTA

P1 =

37.719 kg

Peso propio del entablado

P2 =

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 =

495.00 kg

c.- CARGA FACTORIZADA

Pu = 1.2xPd+1.6xPl Pu =

1145.42 kg

d.- 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 e n planchas traslapadas

Resistencia de diseño de mienbros en tracción ØPnf = ØFy*Ag =

22035.44 kg

ØPnr = ØFu*Ae =

20888.33 kg

OK……. OK…….

e.- RESISTENCIA DE DISEÑO DE LOS PERNOS

Resistencia del perno al corte ØRn = 0.65*(0.60*Fbu)*m*Ab =

18674.7 kg

OK…….

Resistencia del perno en tracción ØRn = 0.75*Fbu*(0.75*Ab) =

5

Resistencia del perno al aplastamiento ØRn = Ø(2.4*d*t*Fu) =

5 8883.85 kg

f.- DISPOSICION DE LOS PERNOS

Pu/m = 572.71 L>= Pu/(Øfu*t)

kg 0.29 cm

OK…….

Pág. 4

OK…….

15.00

5


2.- DISEÑO DEL CABLE PRINCIPAL a. Determinación del diametro del cable P1 = P2 = P3 = P4 = P5 = P6 = P7 = P8 = P9 =

37.719 kg 27.87 kg 42.12 kg 48.31 kg 20.90 kg 22.50 kg 95.10 kg 22.5 kg 495.00 kg

PT =

812.016 kg

W3 =

3.48 kg/m

W10 =

3.48 kg/m

CLASIFICACION 6x19 ALMA DE ACERO MEJORADO TIPO BOA

PP entablado PP vigueta PP montantes PP de la vigueta superior PP de la vigueta superior medi PP clavos y otros PP entablado lateral PP poleas y otros SC

DIAMETRO

PP cables PP cables

TENSION HORIZONTAL: 18.33 ton.

H = (W*L^2/8+P*L/4)/f

TENSION MAXIMA EN EL CABLE: T = H*RAIZ(1+16*n^2) FS = 2.5 TMAX = FS*T = 45.88 ton. Diametro del cable a usar Resitencia a la roptura del cab

18.35 ton.

1 1/ 8 plg 51.30 ton.

mm.

PESO APROX. RESISTENCIA

pulg.

0.04 0.10 0.17 0.27 0.39 0.52 0.68 0.88 1.07 1.55 2.11

0.69 1.43 2.67 4.16 5.95 8.07 10.40 13.20 16.20 23.20 31.40

26.00 29.00

1 1 1/ 8

2.75 3.48

40.70 51.30

32.00 35.00 38.00

1 1/ 4 1 3/ 8 1 1/ 2

4.30 5.21 6.19

63.00 75.70 89.70

42.00 45.00 44.00 52.00

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

7.26 8.44 9.67 11.00

104.00 121.00 138.00 156.00

Usar cables 6x19 alma de acero mejorado tipo BOA de diametro 1 1/ 8 pulg b. Altura de la Torre hT = f + s + f' hT =

3.40

usar

3.90

c. Longitud de los Fijadores L1 = raiz(hT^2+l1^2) =

78.1 m

d. Diseño de la Camara de Anclaje

Angulos

Angulo del cable principal: tan =4*f/L 0.05 2.86 Distancia Horz. Del Anclaje Izquierdo 5.00 37.95 izquierdo Distancia Horz. Del Anclaje Derecho 5.00 37.95 derecho Desnivel del Anclaje Izquierdo 0.00 Desnivel del Anclaje Derecho 0.00 Como la torre lleva carros de dil ataciòn las dos tensiones horizontales son iguales Luego la tensiòn en el fiador serà: Tf1=H/cosØ1 14.45ton Tensión en el fijador del estribo Izquierdo Tf2=H/cosØ2 14.45ton Tensión en el fijador del estribo Derecho Pizq.=H*(tanø +tanØ1) = Pder.=H*(tanø+ tanØ2)

15.21 Ton Tensión vertical est. Izquierdo 15.21 Ton Tensión vertical est. Derecho

DATOS PRELIMINARES IZQUIERDA DRECHA A= 3.20 3.20 m B= 3.20 3.20 m H= 2.00 2.00 m Gt = 0.97 1.20 kg/cm2 Gs = 2000.00 2000.00 k/m3 γ c= 2300.00 2300.00 k/m3 Ø= 35.00 35.00 Dimensiones del ducto de Anclaje a= 1.00 1.00

Dimenciòn en el sentido del puente Dimenciòn perpendicular al sentido del puente Altura de la camara Capacidad portante del suelo Peso especìfico del suelo peso especifico del concreto Angulo de fricciòn interna del suelo Dimenciòn en el sentido del puente

Pág. 5

ton.

1/ 8 3/16 1/ 4 5/16 3/ 8 7/16 1/ 2 9/16 5/ 8 3/ 4 7/ 8

1Und

Numero de cables

Kg/ml.

3.20 4.80 6.40 8.00 9.50 11.50 13.00 14.50 16.00 19.00 22.00

EESOC SRL ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA b= h=

0.90 1.55

0.90 1.55

Dimenciòn perpendicular al sentido del puente Altura de la camara

a. Empuje del terrreno E = ½*Gs*H^2*[TAN(45-Ø/2)]^2 = Ev = E *SEN(Ø/2) = 325.95 kg Eh = E*COS(Ø/2) = 1033.79 kg

1083.96 kg H=2.00m B=3.20m

b. Fuerzas Verticales Estabilizadoras

A=3.20m

CAMARA IZQUIERDA Pi

PESO

P1 T1v TOTAL

CAMARA DERECHA

BRAZO

(Kg.) 43895.50 -8888.40

MOMENTO

(mts.) 1.60 1.60

35007.10

X= Z= e= a/6>=e

Pi

(Kg-m.) 70232.80 -14221.43

56011.37

1.60 0.02 0.02 0.53

PESO (Kg.) 43895.50 -8888.40

P1 T2v TOTAL

(mts.) 1.60 1.60

35007.10

X= Z= e= a/6>=e

TRUE

BRAZO

MOMENTO

(Kg-m.) 70232.80 -14221.43

56011.37

1.60 0.02 0.02 0.53

TRUE

b. Fuerzas Horizontales Estabilizadoras CAMARA IZQUIERDA Pi

PESO

Eh T1h TOTAL

CAMARA DERECHA

BRAZO

(Kg.) 1033.79 11395.38

MOMENTO

(mts.)

Pi

(Kg-m.) 689.19 11395.38

0.67 1.00

12429.17

12084.57

P1 T2h TOTAL

PESO (Kg.) 1033.79 11395.38

12429.17

c. Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion, Pizq=Fv/(A*B)*(1+6*e/A)

0.35 kg/cm2
TRUE

Pder=Fv/(A*B)*(1+6*e/A

0.35 kg/cm2
TRUE

FSVi = Mest / Mvol =

4.63 >2

TRUE

FSVd = Mest / Mvol =

4.63 >2

TRUE

FSDi = ΣFv*.7 / ΣFh =

2.53 >2

TRUE

FSDd = ΣFv*.7 / ΣFh

2.53 >2

TRUE

d. Chequeo al Volteo

e. Chequeo al Deslizamiento

f. Chequeo por Equilibrio de Fuerzas ΣFRESISTENTES > 2Th Estribo Izquierdo 35007.10 > Estribo Derecho 35007.10 >

22790.76 TRUE 22790.76 TRUE

USAR CAMARA DE ANCLAJE DE DIM. A= B= H=

3.20 m 3.20 m 2.00 m

H=2.00m B=3.20m A=3.20m

e. Diseño del Macizo de Anclaje fs = FS = T=

2000 kg/cm2 2 18.35 ton

Resistencia a tracción del fierro liso Factor de Seguridad Tensión del cable fiador máximo

Pág. 6

BRAZO

(mts.) 0.67 1.00

MOMENTO

(Kg-m.) 689.19 11395.38

12084.57

EESOC SRL ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA Area de Refuerzo A = (T /fs)*FS = Diametro de refuerzo d = Raiz(A*4/PI) =

18.35 cm2 4.83 cm

Macizo de Anclaje Ø 3 pulg

1.9 pulg

USAR UN MACIZO DE DIAMETRO Ø=

3

pulg

f. Dispositivos de anclaje El anclaje, fijación y amarre de los cables principales en la cámara, serán con dispositivos tales como guardacabos, grapas determinados según el diametro del cable.

1. Grapas para la Sujeción de los cables Ø= T de grapa = N° grapa = Torsión Minimo = S= l=

1 1/ 8 pulg 1 1/ 8 pulg 6 und 225 lbs/pie 144 mm 34 pulg

diametro del cable tamaño de grapa Nro min de grapa a usar Usar torquimetro Separación entre grapas Cantidad de cable a doblar

2. Guardacabos de cables Ø= 1 1/ 8 pulg diametro del cable Tendra las siguientes dimensiones y estas estan en pulgadas

A

B

C

D

E

F

G

H

6.25

4.50

4.31

2.75

1.75

1.31

0.22

0.50

INSTALACION DE GRAPAS TABLA GUIA (API9B-80) DIAMETRO CABLE mm.

3.20 4.80 6.40 8.00

pulg.

1/ 8 3/16 1/ 4 5/16

TAMAÑO DE GRAPA pulg.

Nº MINIMO DE CANT DE CABLE A GRAPAS DOBLAR und

1/ 8 3/16 1/ 4 5/16

pulg.

2.00 2.00 2.00 2.00

Pág. 7

TORSION EN LBS - PIE

3 1/4 3 3/4 4 3/4 5 1/4

ESPACIO DE PERNOS mm

4.5 7.5 15 30

61.00 61.00 61.00 67.00

0 0 0 0

0 0 0 0

EESOC SRL ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA 9.50 11.50 13.00 14.50 16.00 19.00 22.00 26.00 29.00 32.00 35.00 38.00 42.00 45.00 44.00 52.00

3/ 8 7/16 1/ 2 9/16 5/ 8 3/ 4 7/ 8 1 1 1/ 8 1 1/ 4 1 3/ 8 1 1/ 2 1 5/ 8 1 3/ 4 1 7/ 8 2

3/ 8 7/16 1/ 2 9/16 5/ 8 3/ 4 7/ 8 1 1 1/ 8 1 1/ 4 1 3/ 8 1 1/ 2 1 5/ 8 1 3/ 4 1 7/ 8 2

2.00 2.00 3.00 3.00 3.00 4.00 4.00 5.00 6.00 6.00 7.00 7.00 7.00 7.00 8.00 8.00

6 1/2 7 11 1/2 12 12 18 19 26 34 44 44 54 58 61 65 71

45 65 65 95 95 135 225 225 225 360 360 360 430 590 650 750

83.00 89.00 97.00 102.00 102.00 114.00 121.00 132.00 144.00 157.00 160.00 174.00 185.00 192.00 225.00 225.00

0 0 0 0 0 0 0 0 6 0 0 0 0 0 0 0 6

0 0 0 0 0 0 0 0 34 0 0 0 0 0 0 0 34

GUARDACABO PARA CABLES DIAMETRO DEL CABLE pulg

1/ 8 3/16 1/ 4 5/16 3/ 8 1/ 2 5/ 8 3/ 4 7/ 8 1 1 1/ 8 1 1/8-1 1/4

A

B

1.94 1.94 1.94 2.13 2.38 2.75 3.5 3.75 5 5.69 6.25 6.25

DMENSIONES EN PULG D E

C

1.31 1.31 1.31 1.5 1.63 1.88 2.25 2.5 3.5 4.25 4.5 4.5

1.06 1.06 1.06 1.25 1.47 1.75 2.38 2.69 3.19 3.75 4.31 4.31

0.69 0.69 0.69 0.81 0.94 1.13 1.38 1.63 1.88 2.5 2.75 2.75

F

0.25 0.31 0.38 0.44 0.53 0.69 0.91 1.08 1.27 1.39 1.75 1.75

G

0.16 0.22 0.28 0.34 0.41 0.53 0.66 0.78 0.94 1.06 1.31 1.31

H

0.05 0.05 0.05 0.05 0.06 0.08 0.13 0.14 0.16 0.16 0.22 0.22

g. Determinación de la Longitud del Cable Lcatenaria=L*(1+8/3*n^2-32/5*n^4) Lfiador1= Lfiador2= Lcable doblado= LONGITUD TOTAL DEL CABLE EN METROS

60.02 5.83 5.83 3.44

n=f/L= 0.013

75.13

Y=Yº+4*(f+f´)*X*(L-X)/L^2

i 0 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 13 14 15 16 17 18 19 20

Xi 30.00 28.50 27.00 25.50 24.00 22.50 21.00 19.50 18.00 16.50 15.00 13.50 10.50 9.00 7.50 6.00 4.50 3.00 1.50 0.00

Yi 2.250 2.253 2.262 2.276 2.296 2.322 2.354 2.391 2.434 2.483 2.538 2.598 2.736 2.814 2.897 2.986 3.081 3.182 3.288 3.400

Lpendolas 2.45 2.45 2.46 2.48 2.50 2.52 2.55 2.59 2.63 2.68 2.74 2.80 2.94 3.01 3.10 3.19 3.28 3.38 3.49 3.60

LONGITUD DEL CABLE Y DE LAS PENDOLAS 3.50

3.00

2.50

2.00

LONGITUD 1.50

1.00

0.50

0.00

1 2 3 4 5 6 7 8 9 1011121314151617181920

Pág. 8

0.13 0.13 0.13 0.13 0.16 0.19 0.34 0.34 0.44 0.41 0.5 0.5


Longitud Total

56.84

52.837

3. DISEÑO DE LAS TORRES O COLUMNAS Las columnas estan sometidas a flexo - compresión vertical que transmiten los cables, además de las fuerzas horizontales del viento que actuan sobre ellas y parte del que actuán sobre el puente.

a. Determinación de la fuerza actuante Pizq.=H*(tanø +tanØ1) = 15.21 Ton Tensión vertical est. Izquierdo Pder.=H*(tanø+ tanØ2) 15.21 Ton Tensión vertical est. Derecho P de diseño = 15.21 Ton. Tensión maxima = 18.35 Ton altura de la torre hT = f + s + f' hT = Df =

3.90 m Profundidad de desplante

1.8 m

b. Diseño de la zapata de la torre COLUMNA :

t2: t1: øb =

30.0 cm

lado mayor de la columna

30.0 cm

lado menor de la columna

1.6 cm

f'c= F'y=

diametro del acero de la columna

210 kg/cm2 4200 kg/cm2 0.97 kg/cm2

t=

capacidad portant e del t erreno

= t C=

2000.00 kg/m3

peso especifico del terreno

2300.00 kg/m3

peso especifico del concr eto

S/C=

400 kg/m2

sobre carga piso

CARGA PERMANENTE TENSIÓN VERTICAL P.P COLUMNA:

15212.51 Kg.

1179.90 Kg.

16,392.4 total cargas PD= P1= P.PZ= PT1=

16,392.4 16,392.4 1,647.44 18,039.8

hc = ld + r.e + Øb ht = Df - hc

kg kg kg kg

MD,ML

1.- DIMENSIONAMIENTO DE LA ZAPATA

PD, PL

Cálculo del peralte de la zapata (hc )

Ld =

0.08xdbxfy

f 'c

Ld =

36.87 cm

ht

ld =

36.87 cm

Øb ( 1") = r.e.e = hc = hc =

1.6 cm cm 7.50 cm 45.96 cm 50.00 cm

ht =

130.00 cm

Tomar

Tomar

Reemplazo los valores que tenemos:

Df

Lv

hc T

Cálculo de la presión neta del suelo ( qm )

b

qm = qa - γ t*ht - γ c*hc - s/c

t t

qm = 0.56 kg/cm² Cálculo del área de la zapata ( Az ) A'z = Ps qm T = Az^.5 + ( t - b ) 2 B = Az^.5 - ( t - b )

A'z = T = B =

29272.16 171 cm 171 cm

T =

170 cm

DIMENSIONES A USAR

Pág. 9

T

cm²

B

EESOC SRL ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA 2

170 cm

B =

2.- DETERMINACIÓN DE LA REACCIÓN AMPLIFICADA ( qmu ) qmu =

Pu Az

Qmu =

0.79

kg/cm2

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

Lv = ( T - t ) / 2 Vu = qmu * B * ( Lv - d ) Vc = 0.53 * f 'c^.5 * B * d Vu = Øvc OK !

Lv = 70.00 cm r.e = 7.50 cm Øb ( 3/4") = 1.91 cm d = 40.59 kg Vu = 3,970.24

r.e = 7.5 c.m Øb d = hc - r.e - Øb

Vc = Øvc =

52,997.27 45,047.68

kg kg

OK

Por Punzonamiento: Vu = Pu - qmu * m * n

Vu = bo =

18,992.44

kg

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

282.36

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

269,058.61

kg

ØVc =

228,699.81

kg

β c = lado mayor columna ( t ) lado menor columna ( b ) m=t+d n=t+b bo = 2*m + 2*n Vu = Øvc OK !

d/2

1

β c=

d/2 b

m = 70.59 n = 70.59 Vu = 1.1 x f'c x bo x d Vu = 182,694.11 kg Øvc = 155,289.99 kg

n = b+d

t m = t+d T

OK

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

Lv = ( T - t ) / 2 Mu = qmu * B * Lv² 2 As = Mu / ( Ø * fy * ( d - a/2 )) a = As * fy / ( 0.85 * f 'c * S )

As mín = 0.0018 * B * d As > As mín OK !! Aøb # Varilla ( n ) = As Aøb Espaciam = B - 2*r.e - Øb n -1

kg kg-cm

ree = 7.50 Øb ( 3/4") = 1.91

cm 40.59 cm 0.30 cm 2.16 cm2 0.3 cm

OK

Lv = Mu =

70.00 330741

B= d= a= As = a=

170

2

As =

2.16 cm2

As mín =

12.42 cm2

As min > As USAR As min

TABLA: Areas de Refuerzo

Diámetro Ø

Area As

plg

cm

1/4"

0.47

USAR :

Alternativa :

2

10

Ø 1/2"

2

As=

Pág. 10

12.9 cm2.

B

EESOC SRL ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"

0.71 1.29 1.98 2.84 5.07

N° N° N° N° N°

de varillas Alternativa de varillas Alternativa de varillas Alternativa de varillas Alternativa de varillas Alternativa

17 10 6 4 2

Ø 3/8" Ø 1/2" Ø 5/8" Ø 3/4" Ø 1"

0 1.29 0 0 0

0 10 0 0 0

0.0000 0.0127 0.0000 0.0000 0.0000

1.29

10

0.0127

Espaciamiento = B - 2*r.e - Øb r.e=recubrimiento n -1 r.e= 7.50cm e= 0.17 m Dirección Menor: Dirección Transversal

kg kg-cm

ree = 7.50 Øb ( 3/4") = 1.91

T= 170 cm d= 40.59 cm a= 0.30 cm As = 2.16 cm2 a= 0.3 cm

OK

Lv = Mu =

Lv = ( B - b ) / 2 Mu = qmu * T * Lv² 2 As = Mu / ( Ø * fy * ( d - a/2 )) a = As * fy / ( 0.85 * f 'c * T )

70.00 330741

2

As tranv = As * T B As mín = 0.0018 * B * d As > As mín OK !! Aøb # Varilla ( n ) = As Aøb

T= B= d=

170 cm 170 cm 40.59 cm

As transv = 2.16 cm2

Asmin = 12.42

Espaciam = B - 2*r.e - Øb n -1

cm2

As min > As USAR As min TABLA: Areas de Refuerzo

Diámetro Ø

Area As

plg

cm

1/4" 3/8" 1/2" 5/8" 3/4" 1"

0.47 0.71 1.29 1.98 2.84 5.07

USAR :

2

Alternativa :

10

Ø 1/2"

2

12.9 cm2.

As=

N° N° N° N° N°

de varillas Alternativa de varillas Alternativa de varillas Alternativa de varillas Alternativa de varillas Alternativa

<

Ø 3/8" Ø 1/2" Ø 5/8" Ø 3/4" Ø 1"

0 1.29 0 0 0

0 10 0 0 0

0.0000 0.0127 0.0000 0.0000 0.0000

1.29

10

0.0127

r.e=recubrimiento r.e= 7.50cm

Espaciamiento = T - 2*r.e - Øb n -1 e= 0.17 m Longitud de desarrollo en Traccion ( Ld ) ld = Øb * fy * α ∗ β ∗ γ ∗ λ 3.54 * f 'c^.5 * C + Kr Øb Lv1 = Lv - r.e.e

17 10 6 4 2

β = 1.00 γ = 0.80 λ = 1.00 α = 1.00

Lv1

Lv1= Ld =

C = 7.50 ktr = 0 q = ( C + kt r )/ Øb q= 8.8

q=

62.50 cm 33.27 cm

Ld < Lv1

OK !!

La Zapata es rectangular se debe compartir el Refuerzo adecuadamente de la siguiente manera: Asc = 2 * Astrv (β+1) β = Lado mayor Zapata Lado menor Zapata Aøb # Varilla ( n ) = As Aøb Espaciam = T - 2*r.e.e - Øb

β = 1.00 Asc = 12.90 cm2 en una longitud B = Aøb = # Var = Espac =

Pág. 11

1.29 10 17.08 cm

170 cm2 Ø 1/2"

cm

2.5

EESOC SRL ING. LUIS CHAMORRO TARAZONA n -1

5.- VERIFICACION DE LA CONEXIÓN COLUMNA - ZAPATA ( Ø = 0.70 ) a. Resistencia al Aplastamiento Sobre la Columna Pu = 22,949.38 Pn = 32,784.82 Ac = 900.00 Pnb= 160,650.00

Pnb = 0.85 x f 'c x Ac Pu = (1.4*PD+1.7PL) Pn = Pu/Ø Ø = 0.7 Pn
kg kg cm2 kg

Pn
b. Resistencia en el Concreto de la Cimentación Pu = 22,949.38 kg Pn = 32,784.82 kg A2 = 28,900 cm2 Ao = 5.7 Ac Ao = 2.0 Ac Pnb= 321,300.00 kg

Pnb = 0.85 x f 'c x Ao

Ao = (A2/Ac)^0.5*Ac Ao <= 2*Aco A2=T^2*b/t

Usar Ao=2*Ac

Pn
c. Refuerzo Adicional Minimo As = (Pu-ØPn)/Øfy As min = 0.005 * Ac Asc = area de acero de la columna Asc = 4Ø 1/2"

As = As min = Asc =

0.000 cm2 4.5 cm2 5.16 cm2

Asc>As min; Pasar los aceros de la columna a la zapata NO EXISTE PROBLEMAS DE APLASTAMIENTO EN LA UNION COLUMNA - ZAPATA Y NO REQUIERE REFUERZO ADICIONAL PARA LA TRANSMISIÓN DE CARGAS DE UN ELEMENTO A OTRO

1.- DIMENSIONAMIENTO DE COLUMNA bD = P/(n*f'c) = b=D= Optamos b = D = Metrado de Cargas V= 15.21 Tn Pp = 1.08 Tn

PT =

16.29 Ton

362.2 cm2 19.03 cm 30.00 cm

16.29 Tn

6 3

Esfuerzo de viento Fv = 120 kg/m2 Wv = 36 kg/m Mbase = V base =

16.29 Ton

486.72 kg -m 187.2 kg

187.2 486.72

K = Pu/(Ag*f'c) = Ke/t = Mu/(bd^2*f'c) = g= ρ min = Asmin =

0.0862 0.0086 1.00

0.01 9 cm2

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

Pág. 12

Diseño+Puente+Colgante+Tipo+Oroya

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