DISEÑO ESTRIBOS PONTON LINDA 7 m

5/7/2018 DISEÑO ESTRIBOS PONTON LINDA 7 m - slidepdf.com

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DATOS PARA DISEÑO DE ESTRIBOS ( L< 12.00 M.)

PARA PONTON L= 10 M

Datos

Longitud del Puente 10.00 m.

Numero de Tramos 1.00 und.

Ancho de Via 4.20 m.

Carga Viva HS20

P = 4 Tn

F'c 210.00 Kg/cm2

Fy 4200.00 Kg/cm2

Geometría del Puente

Número de vias 1.00 Und.

Número de vigas 2.00 Und.

¿ Tiene Acera ? NO

Ancho 0.00 m.Acera o Sardinel

Altura 0.30 m.

Número de vigas Diafragma por tramo 0.00 Und.

Predimencionamiento

Peralte de viga

L/12 0.833

L/15 0.667

0.07L 0.700

Tomamos 0.750 m.

Ancho de Viga 0.250 m.

Espesor de losa 0.500 m. Se toma en función de S

Peralte de Viga diafragma 0.000 m.Ancho de Viga Diafragma 0.000 m.

2.150 m. Los espaciamientos entre

1.900 m. vigas T son simetricos

Espaciamiento exterior al eje de vigas ext 1.075 m.

Espaciamiento entre vigas eje-eje ( S )Espaciamiento entre vigas cara-cara ( Sc



DISEÑO DE VIGA INTERIOR

METRADO DE CARGAS

Carga Distribuida

Peso Propio de losa 2.580 Tn/m

Peso Propio de Viga 0.150 Tn/m

Peso del Asfalto 0.215 Tn/m

Sobrecarga en acera 0.000 Tn/m

Peso Propio de volado 0.000 Tn/m

Sobrecarga por nieve 0.000 Tn/m

2.945 Tn/m

Carga Puntual ( Viga Diafragma )

P = 0.000 Tn Se ubicaran 3 vigas

CALCULO DE MOMENTOS

A. Momentos por carga muerta

P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

2.945

L = 10.00

X M (X)

L/6 1.667 20.451

L/3 3.333 32.722

L/2 5.000 36.813

2L/3 6.667 32.722

5L/6 8.333 20.451

36.813 Tn.m

WD =

WD =

MD =



B. Momentos por Sobre Carga

A.1. Calculo del coeficiente de Concentración de Cargas

El presente calculo se realiza para puentes de una sola via

Donde :

x = 1.235

y = 0.915

z = 0.915 OK

S = 2.150

Del cuadro de L.I para reacciones en el apoyo B, obtener los resultados para

X1 = 57.44 (Distancia del origen)


Luego el Coeficiente de Concentracion de Cargas será (ver tabla)

Cce = 0.455

A.2. Semitrailer (HS25)

4.20 4.20

P = 4 Tn.P 4P 4P

CL.

Donde :

x = 0.10 XP1 = 0.10

y = 4.20 XP2 = 4.30

z = 0.70 XP3 = 8.50

L/2 = 5.00 Ra = 15.48 Tn

X (m) Momento - Tn.mReal Diseño

L/6 1.667 19.533 17.756

L/3 3.333 38.667 35.148

L/2-0.70 4.300 49.764 45.235 Momento máximo

L/2 5.000 46.600 42.359

2L/3 6.667 39.067 35.512

5L/6 8.333 31.533 28.664

A.3. Sobre Carga Equivalente

P = 9 Tn

1 Tn.mWD =



L = 10.00

Momento en el centro de luz

Mse = 35.000 Tn.m

Luego

Mequivalente = Meq

Meq = # vias . Mse

# vigas

Meq = 17.500 Tn.m

A.4. Elección de Momentos de Diseño

El Momento por Sobrecarga para el diseño se selecciona

el mayor valor de la comparación entre A2 y A3

45.235 Tn.m

C. Momento de impacto

I = 15.24

L + 38

I = 0.318 >= 0.30

Luego de la desigualdad tomamos el valorde I

I = 0.30

El Momento de Impacto es:

13.571 Tn.m

ML =

MI =



DISEÑO DE VIGA "T"

Características de la viga

bw = 0.250 m.

hf = 0.500 m.

B = 1.900 m.

L = 10.000 m.

Cálculo del ancho de la viga tipo "T"

b <= L/4 b <= 2.500

b - bw <= 16 hf b <= 8.250

b <= B + bw b <= 2.150

De la comparación de estos valores tomamos el menor de ellos

b = 2.150 m.

Luego asumiendo que:

c<= 0.500 m.

Diseñamos una viga rectangular con ancho igual a

b = 2.150 m.

DISEÑO EN CONCRETO

Determinación del peralte por servicio

Ms =

Ms = 95.619 Tn.m

fc = 0.4*f´c = 84.00

fs = 0.4*Fy = 1680.00

r = fs/fc = 20.00

n = Es/Ec = 9.66

K = n/(n+r) = 0.33

J = 1 - K/3 = 0.89

d = 2M/ (fc.K.J.b) 60.39

d = 60.39 < 75.00 cm. OK

Asumimos para efectos de diseño

d = 160.00 cm. ( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )

MD + ML + MI



Diseño por Rotura.

Cálculo del Momento último

Mu =

Mu = 175.52 Tn.m

Cálculo del área de acero y ancho en compresión

As1 = 2894.68cm2

As2 = 29.32 cm2

Luego tomamos el menor de los valores calculados

As = 29.32 cm2 ( Valor teórico )

As = 130.00 cm2 ( Valor real )

c = 14.23 cm < 50.00 Diseñado como viga rectangular OK.

Verificando la cuantia

Cuantia balanceada

b =0.85*f´c*B1 0.021675

Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b 0.02

La cuantia para la viga es

= As = 0.0037791 < 0.02 OK

b * d

Para no verificar deflexiones

max = 0.18 * f´c = 0.0090000 > 0.0037791 OK

Fy

Verificando por fatiga en servicio

Momento por servicio máximo

M = 95.619 Tn.m

fs máx. = M = 515.694 Kg/cm2

As * J * d

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))

0.003 * Es =



Momento por carga muerta

M = 36.813 Tn.m

fs mín. = M = 198.539 Kg/cm2

As * J * d

Rango de esfuerzos actuantes

f = 317.156Kg/cm2

Rango de esfuerzos admisibles

1635.36 - 0.36 * fs mín. = 1563.886 Kg/cm2 cambiar peralte de viga

Cambiar ancho de viga

1563.886 > 317.156 OK incrementar area de acero

Distribución del acero

Asumimos un diamero del acero de refuerzo

# de capas = 2.000 und.

Dist./ capas = 2.000 plg.

capa inferior

Ø = 1 3/ 8 Pulg

As = 9.580 cm2 Area individual

# de barras = PAQUETE und.

Inf. Colocar 3 paquetes de 3 varillas CUIDADO; USE MAS DE UNA CAPA O USE E

capa superior

Ø = 1 3/ 8 Pulg

As = 9.580 cm2 Area individual En el caso de emplear una sola

capa estos valores se omiten

# de barras = 4.570 und.

Sup. Colocar 4 paquetes de 2 varillas OK

Análisis del refuerzo inferior en paquetes

Diametro equivalente del paquete inferior

D = 6.049 cm.

La distancia horizontal entre paquetes no será menor de

a) 9.074 cm.

b) 3.810 cm.

f f =

f f =



de lo cual tomamos

Dh = 9.074 cm.

Asumimos que el acero se distribuira en capas:

# de capas = 2 Si es 1, se necesitará mayor ancho en la base de la viga

Cálculo del ancho de la viga, necesaria para albergar el acero

Considere recubrimiento mínimo de (c 5 cm.

b(necesari 46.30 cm.

Luego:

b (nec)= 46.30 > 25.00 Modificar el ancho de la viga o emplear capas

Verificando por agrietamiento

Z máx = 28,000 Indique las condiciones de exposición

dc = 6.75 cm.X = 13.589 cm.

d = 61.411 cm. Existe una diferencia elevada en relación al dis

Cálculo de la cuantia real

As(real) = 162.860 cm2 Existe una diferencia elevada en relación al dis

= 0.012335

Verificación por condiciones de exposición

a ). fs máx. act = M = 1072.50 Kg/cm2 Valor que se toma de la verificación

As * J * d valores de As y d

b ). fs máx. act = 0.6 . Fy = 2520.00 Kg/cm2

2 . X . B(viga) 119.90 OJO: ANALIZAR EL CONCEPTO D

# barras

Z (a) = 9992.98 < 28,000 OK

A =

( fs máx. act ).( 3 dc . A ) =



Acero a Compresión

El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin

embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y proceso

constructivo. Para ello emplearemos la cuantia mínima.

min = 14 / Fy = 0.0033

As min = 5.118 cm2

Empleamos

acero de Ø 1 Pulg.

Area individu 5.07 cm2

# de varillas 2.00 Und.

Nota: Empleraremos 4 varillas para un mayor confinamiento.

DISEÑO POR CORTE

A. Cortantes por carga muerta

P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

2.945 Tn/m

L = 10.00

Ra = 14.725 Tn.

X V (X)

0 0.000 14.725

L/6 1.667 9.817

L/3 3.333 4.908

L/2 5.000 0.000

L/2 5.000 0.000

2L/3 6.667 -4.908

5L/6 8.333 -9.817

L 10.000 -14.725

14.725Tn (Tomamos el máximo valor teórico obtenido )

WD =

VD =



B. Cortantes por Sobre Carga

A.1. Coeficiente de Concentración de Cargas


El Coeficiente de Concentracion de Cargas es el mismo hallado por Flexión

Cce = 0.455


4.20 4.20 P=4TnAnalisis por rueda

2P 2P P/2

Donde :

x = 4.20 XP1 = 1.00

y = 4.20 XP2 = 0.58

z = 1.60 XP3 = 0.16

L/2 = 10.00 Ra = 12.960 Tn

X (m) Cortante - TnReal Diseño

0 0.000 4.960 4.509 Cortante máximo

L/6 1.667

L/3 3.333

L/2-0.70 4.300

L/2 5.000

2L/3 6.667

5L/6 8.333

12.960Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )VHS20 =




1 Tn.m

L = 10.00

Reacción en el apoyo izquierdo (a)

Ra = 18.000 Tn.

Cortante en el apoyo izquierdo (a)

Va = 5.000 Tn

Luego:

Vse = 18.000 Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )

Luego

Vequivalente = Veq

Veq =# vias . Vse

# vigas

Veq = 9.000 Tn

A.4. Elección del Cortante de Diseño

El Cortante por Sobrecarga para el diseño, se selecciona

del mayor valor de la comparación entre A2 y A3

12.960 Tn

C. Cortante de impacto

I = 15.24

L + 38

I = 0.318 >= 0.30


I = 0.30

El Cortante de Impacto es:

3.888 Tn

P = 13 Tn.

WD =

VL =

VI =



DISEÑO POR ROTURA

Vu =

Vu = 55.720 Tn

Esfuerzo cortante nominal en rotura:

Vu = 4.965 Kg/cm2

Esfuerzo cortante resistente del concreto

= 0.012335

Vc = 7.669 Kg/cm2

Mu

Vc máx = 0.53 f'c = 7.680 Kg/cm2

Donde

Vc < Vc Máx OK tomamos el Vc

Tomamos

Vc = 7.669

Luego

Vc = 7.669 > Vu = 4.965 OK; Colocar acero mínimo

a. Si solo es necesario el acero mínimo se coloca el acero que sea realmente necesario

b. Si es necesario acero de refuerzo entonces calcular adecuadamente.

Siendo la condición (a) la que prevalece en el presente, colocamos:

Estribos Ø 1/2"


Luego

Av = 2 * Aind = 2.54 cm2

Espaciamiento

S máx = d / 2 = 30.705 cm.

S corte = 18.35 cm.

Usar 1 a .05 + 15 a .07 + 10 a .25 + Rto a .35

Acero lateral

Como la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acero

lateral en una cantidad de:

1.3 ( VD + 1.67 ( VL + VI )

Vu =

Ø.b.d

As =

b.d

( 0.5 f'c + 176 Vu .d ) =

Av . Fy =

( Vc - Vu ) .b



0.10 * As(real)

16.29 cm2.

espaciamiento entre barras

1.- No mayor de 30 cm.

2.- No mayor del ancho del ne 25 cm.

Se toma el menor de ellos

S = 25.00 cm

Altura libre = viga - Hlosa 25.00 cm.

Recubrimient 5.00 cm.

Luego

# fierros = 0.6

S

# fierros = 0.00 und.

Como se dispondran a ambos lados la cantidad total es.

# fierros(tot.) 0.00 und.

Por lo que cada uno será

As (c/u) = #DIV/0! cm2

# fierros(tot.)

Por lo tanto empleamos

acero de Ø 1 Pulg.

Area individu 5.07 cm2 #DIV/0!

ASL =

ASL =

Alt. Libre - 2(Recubrimiento

ASL =



PAQUETE



ño anterior

ño anterior

por fatiga y los nuevos

# DE BARRAS



DISEÑO DE VIGA EXTERIOR

METRADO DE CARGAS

Carga Distribuida


Peso Propio de Viga 0.150 Tn/m


Sobrecarga en acera 0.000 Tn/m

Peso Propio de volado 0.018 Tn/m


2.958 Tn/m

Carga Puntual ( Viga Diafragma )

P = 0.000 Tn Se ubicaran 3 vigas

CALCULO DE MOMENTOS


P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

2.958

L = 10.00

X M (X)

L/6 1.667 20.542

L/3 3.333 32.867

L/2 5.000 36.975

2L/3 6.667 32.867

5L/6 8.333 20.542

36.975Tn.m


A.1. Calculo del coeficiente de Concentración de Cargas


Donde :

x = -0.415

y = 1.830z = 0.735 OK

S = 2.150

WD =

WD =

MD =



Del cuadro de L.I para reacciones en el apoyo A, obtener los resultados para

X1 = -19.30 (Distancia del origen)


Luego el Coeficiente de Concentracion de Cargas será (ver tabla)

Cce = 0.450


4.20 4.20

P = 4 Tn.P 4P 4P

CL.

Donde :

x = 0.10 XP1 = 0.10

y = 4.20 XP2 = 4.30

z = 0.70 XP3 = 8.50

L/2 = 5.00 Ra = 15.48 Tn

X (m) Momento - Tn.mReal Diseño

L/6 1.667 19.533 17.580

L/3 3.333 38.667 34.800

L/2-0.70 4.300 49.764 44.788 Momento máximo

L/2 5.000 46.600 41.9402L/3 6.667 39.067 35.160

5L/6 8.333 31.533 28.380


P = 9 Tn

1 Tn.m

L = 10.00

Momento en el centro de luz

Mse = 35.000 Tn.m

Luego

Mequivalente = Meq

Meq = # vias . Mse

# vigas

Meq = 17.500 Tn.m

WD =



A.4. Elección de Momentos de Diseño

El Momento por Sobrecarga para el diseño se selecciona

el mayor valor de la comparación entre A2 y A3

44.788 Tn.m


I = 15.24

L + 38

I = 0.318 >= 0.30


I = 0.30


13.436 Tn.m

DISEÑO DE VIGA "T"

Características de la viga

bw = 0.250 m.

hf = 0.500 m.

B = 1.900 m.

L = 10.000 m.

Cálculo del ancho de la viga tipo "T"

b <= L/4 b <= 2.500

b - bw <= 16 hf b <= 8.250

b <= B + bw b <= 2.150

De la comparación de estos valores tomamos el menor de ellos

b = 2.150 m.

Luego asumiendo que:

c<= 0.500 m.

Diseñamos una viga rectangular con ancho igual a

b = 2.150 m.

DISEÑO EN CONCRETO


Ms =

Ms = 95.199 Tn.m

fc = 0.4*f´c = 84.00

fs = 0.4*Fy = 1680.00

r = fs/fc = 20.00

ML =

MI =

MD + ML + MI



n = Es/Ec = 9.66

K = n/(n+r) = 0.33

J = 1 - K/3 = 0.89

d = 2M/ (fc.K.J.b) 60.26

d = 60.26 < 75.00 cm. OK

Asumimos para efectos de diseño

d = 158.00 cm. ( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )

Diseño por Rotura.

Cálculo del Momento último

Mu =

Mu = 174.47 Tn.m


As1 = 2857.94cm2

As2 = 29.51 cm2



As = 177.00 cm2 ( Valor real )



Cuantia balanceada

b =0.85*f´c*B1 0.021675

Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b 0.02

La cuantia para la viga es

= As = 0.0052105 < 0.02 OKb * d


max = 0.18 * f´c = 0.0090000 > 0.0052105 OK

Fy

Verificando por fatiga en servicio

Momento por servicio máximo

M = 95.199 Tn.m

fs máx. = M = 381.869 Kg/cm2

As * J * d

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))

0.003 * Es =



Momento por carga muerta

M = 36.975 Tn.m

fs mín. = M = 148.317 Kg/cm2

As * J * d

Rango de esfuerzos actuantes

f = 233.552Kg/cm2

Rango de esfuerzos admisibles

1635.36 - 0.36 * fs mín. = 1581.966 Kg/cm2 cambiar peralte de viga

Cambiar ancho de viga

1581.966 > 233.552 OK incrementar area de acero


Asumimos un diamero del acero de refuerzo 3.18

# de capas = 5.000 und.

Dist./ capas = 2.000 plg.

capa inferior

Ø = 1 Pulg

As = 5.067 cm2 Area individual

# de barras = PAQUETE und.

Inf. Colocar 5 paquetes de 3 varillas CUIDADO; USE MAS DE UNA CAPA O USE EL PAQUET

capa superior

Ø = 1 Pulg

As = 5.067 cm2 Area individual En el caso de emplear una sola

capa estos valores se omiten

# de barras = 19.932 und.

Sup. Colocar 4 paquetes de 5 varillas OK

Análisis del refuerzo inferior en paquetes

Diametro equivalente del paquete inferior

D = 4.399 cm.

La distancia horizontal entre paquetes no será menor de

a) 6.599 cm.

b) 3.810 cm.

de lo cual tomamos

Dh = 6.599 cm.

Asumimos que el acero se distribuira en capas:

# de capas = 5 Si es 1, se necesitará mayor ancho en la base de la viga

Cálculo del ancho de la viga, necesaria para albergar el acero

Considere recubrimiento mínimo de (c 5 cm.

f f =

f f =



b(necesari 58.39 cm.

Luego:

b (nec)= 58.39 > 25.00 Modificar el ancho de la viga o emplear capas

Verificando por agrietamiento

Z máx = 28,000 Indique las condiciones de exposición

dc = 6.27 cm.

X = 11.939 cm.

d = 63.061 cm. #NAME?

Cálculo de la cuantia real

As(real) = 76.005 cm2 Existe una diferencia Elevada En relación al diseño anterio

= 0.005606

Verificación por condiciones de exposición

a ). fs máx. act = M = 2228.15 Kg/cm2 Valor que se toma de la verificación

As * J * d valores de As y d

b ). fs máx. act = 0.6 . Fy = 2520.00 Kg/cm2

2 . X . B(viga) 119.40 OJO: ANALIZAR EL CONCEPTO DE # DE BARRAS

# barras

Z (a) = 20231.62 < 28,000 OK

Z (b) = 22881.60 < 28,000 OK

Acero a Compresión

El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin

embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y proceso

constructivo. Para ello emplearemos la cuantia mínima.

min = 14 / Fy = 0.0033

As min = 5.255 cm2

Empleamos

acero de Ø 1 Pulg.


# de varillas 2.00 Und.

Nota: Empleraremos 4 varillas para un mayor confinamiento.

DISEÑO POR CORTE

A. Cortantes por carga muerta

P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

2.958

A =

( fs máx. act ).( 3 dc . A ) =

( fs máx. act ).( 3 dc . A ) =

WD =



L = 10.00

Ra = 14.790

X V (X)

0 0.000 14.790

L/6 1.667 9.860

L/3 3.333 4.930

L/2 5.000 0.000

L/2 5.000 0.000

2L/3 6.667 -4.930

5L/6 8.333 -9.860

L 10.000 -14.790

14.790Tn (Tomamos el máximo valor teórico obtenido )

B. Cortantes por Sobre Carga

A.1. Coeficiente de Concentración de Cargas


El Coeficiente de Concentracion de Cargas es el mismo hallado por Flexión

Cce = 0.450


4.20 4.20 P = 5 Tn.Analisis por rueda

2P 2P P/2

Donde :

x = 4.20 XP1 = 1.00

y = 4.20 XP2 = 0.58

z = 1.60 XP3 = 0.16

L/2 = 10.00 Ra = 12.960 Tn

X (m) Cortante - TnReal Diseño

0 0.000 4.960 2.232 Cortante máximo

L/6 1.667

L/3 3.333

VD =



L/2-0.70 4.300

L/2 5.000

2L/3 6.667

5L/6 8.333

12.960Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )


1 Tn.m

L = 10.00

Reacción en el apoyo izquierdo (a)

Ra = 18.000 Tn.

Cortante en el apoyo izquierdo (a)

Va = 5.000 Tn

Luego:

Vse = 18.000 Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )

LuegoVequivalente = Veq

Veq =# vias . Vse

# vigas

Veq = 9.000 Tn

A.4. Elección del Cortante de Diseño

El Cortante por Sobrecarga para el diseño, se selecciona

del mayor valor de la comparación entre A2 y A3

12.960Tn

C. Cortante de impacto

I = 15.24

L + 38

I = 0.318 >= 0.30


I = 0.30

El Cortante de Impacto es:

3.888 Tn

VHS20 =

P = 13 Tn.

WD =

VL =

VI =



DISEÑO POR ROTURA

Vu =

Vu = 55.804 Tn

Esfuerzo cortante nominal en rotura:

Vu = 4.842 Kg/cm2

Esfuerzo cortante resistente del concreto

= 0.005606

Vc = 7.445 Kg/cm2

Mu

Vc máx = 0.53 f'c = 7.680 Kg/cm2

Donde

Vc < Vc Máx OK tomamos el Vc

Tomamos

Vc = 7.445

Luego

Vc = 7.445 > Vu = 4.842 OK; Colocar acero mínimo

a. Si solo es necesario el acero mínimo se coloca el acero que sea realmente necesario

b. Si es necesario acero de refuerzo entonces calcular adecuadamente.

Siendo la condición (a) la que prevalece en el presente, colocamos:

Estribos Ø 1/2"


Luego

Av = 2 * Aind = 2.54 cm2

Espaciamiento

S máx = d / 2 = 31.530

S corte = 19.07 cm.

Usar 1 a .05 + 15 a .07 + 10 a .25 + Rto a .35

Acero lateral

Como la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acero

lateral en una cantidad de:

1.3 ( VD + 1.67 ( VL + VI )

Vu =

Ø.b.d

As =

b.d

( 0.5 f'c + 176 Vu .d ) =

Av . Fy =

( Vc - Vu ) .b



0.10 * As(real)

7.6 cm2.

espaciamiento entre barras

1.- No mayor de 30 cm.

2.- No mayor del ancho del ne 25 cm.

Se toma el menor de ellos

S = 25.00 cm

Altura libre = viga - Hlosa 25.00 cm.

Recubrimient 5.00 cm.

Luego

# fierros = 0.6

S

# fierros = 0.00 und. 5.07

Como se dispondran a ambos lados la cantidad total es.

# fierros(tot.) 0.00 und.

Por lo que cada uno será

As (c/u) = #DIV/0! cm2

# fierros(tot.)

Por lo tanto empleamos

acero de Ø 1 Pulg.

Area individu 5.7 cm2 #DIV/0!

ASL =

ASL =

Alt. Libre - 2(Recubrimiento

ASL =



r

por fatiga y los nuevos



DISEÑO DE LOSA

TRAMO INTERIOR

METRADO DE CARGAS

Carga Distribuida




1.310 Tn/m

CALCULO DE MOMENTOS


Suponemos un coeficiente de 1/10 para los momentos negativos y positivos,

debido al peso propio:

0.473 Tn.m

10


Para losas armadas perpendicular al sentido del tráfico

Ecuación válida para luces (de losa) menores a 7.315 m.

2.062Tn.m

9.74

Siendo P el valor de la rueda más pesada

Por continuidad entre losa y viga este valor es afectado por unos coeficientes .

Momento positivo

0.8 * ML = 1.649 Tn.m

Momento negativo

0.9 * ML = 1.855 Tn.m

WD =

MD = WD . Sc2 =

ML = ( Sc + 0.61 )

ML(+) =

ML(-) =




I = 15.24

Sc + 38

I = 0.382 >= 0.30


I = 0.30


0.495 Tn.m

0.557 Tn.m

DISEÑO DE LOSA

CALCULO DEL ACERO PRINCIPAL (PERPENDICULAR AL SENTIDO DEL TRAFICO)

DISEÑO EN CONCRETO


Ms (+) = 2.617 Tn.m

Ms (-) = 2.885 Tn.m

fc = 0.4*f´c = 84.00

fs = 0.4*Fy = 1680.00

r = fs/fc = 20.00

n = Es/Ec = 9.66

K = n/(n+r) = 0.33J = 1 - K/3 = 0.89

El peralte mínimo de diseño es:

d = 2M/ (fc.K.J.b) 14.65 cm.

d = 14.65 < 50.00 cm. OK

Considere recubrimiento mínimo de (c

5 cm.

Asuma un posible diámetro (en pulgadas) de acero a colocar

Ø (plg) = 5/ 8

As (cm 2) = 1.98 Area unitaria

Luego el peralte máximo real seria

d max = 44.206 cm.

d max = 44.206 > 14.65 OK

por consideraciones de diseño tomamos un valor igual a

d (diseño) 14.00 cm. (Tener en cuenta los recubrimientos mínimos)

MI (+) =

MI (-) =



Diseño por Rotura (Acero Positivo)

Mu =

Mu (+) = 5.270 Tn.m


As1 = 108.03 cm2 Por 1 m. De losa




As =

16.00 cm2 ( Valor real )



Cuantia balanceada

b = 0.85*f´c*B1 0.0217

Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b = 0.016256

mín = 0.003333Fy

La cuantia para la losa es

= As = 0.011429 < 0.016256 OK

b * d

= 0.011429 > 0.003333 OK


max = 0.18 * f´c = 0.009000 < 0.011429icar Deflexiones

Fy

Espaciamiento máximo

S = 18.05156 cm.

As

Distribución del Acero por metro lineal

Colocar 6 varillas de Ø 5/ 8 a cada 16 cm.

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))

0.003 * Es =

14 =

AØ .b =



Diseño por Rotura (Acero Negativo)

Mu =

Mu (-) = 5.851 Tn.m






As =

16.00 cm2 ( Valor real )



Cuantia balanceada

b = 0.85*f´c*B1 0.0217

Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b = 0.016256

mín = 0.003333

Fy

La cuantia para la losa es

= As = 0.011429 < 0.016256 OK

b * d

= 0.011429 > 0.003333 OK


max = 0.18 * f´c = 0.009000 < 0.011429icar DeflexionesFy

Espaciamiento máximo

S = 16.05082 cm.

As

Distribución del Acero por metro lineal

Colocar 7 varillas de Ø 5/ 8 a cada 14 cm.

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))

0.003 * Es =

14 =

AØ .b =



CALCULO DEL ACERO DE REPARTICION(LOSA ARMADA PERPENDICULARMENTE AL SENTIDO DEL TRAFICO)

% Asr = 38.264

L

Asr = 6.12 cm2 Por metro de ancho de losa

Usar varilla 1

/ 2 a cada 0.30 m.

CALCULO DEL ACERO DE TEMPERATURA

Ast = 0.0018 b.losa . H.losa

Ast = 9 cm2 Por metro de ancho de losa

Usar varilla 1/ 2 a cada 0.30 m.

121 =



DISEÑO DEL ESTRIBO (TIPICO)PONTON 8 M

DATOS

Cota de la Rasante

3383.30 m.s.n.m

Cota del fondo de Río 3380.28 m.s.n.m

Profundidad de desplante 1.00 mCota de la base de elevación 3380.08 m.s.n.m

Cota de aguas máximas 3381.28 m.s.n.m

Altura mínima de la cimentación 0.80 m.

Tipo de Terreno GP-GC

Reacción del Puente por carga muert 29.790 Tn

Reacción del Puente por Sobre carg 33.7 Tn

Rodadura del puente 5% de HS25 1.68 Tn

Ancho del puente 4.50 m.

Longitud del puente 10.00 m.

S/C Equivalente 0.96 Tn/m

Altura equivalente de la Sobre carga 0.48

Angulo de Fricción interna del relleno 32.00 Grados 0.5585 Radianes

Talud para el centro del estribo ( & ) 0.00 Grados 0.0000 Radianes

Talud para las alas del estribo ( &' ) 21.80 Grados 0.3805 Radianes

Peso Específico del relleno 2.00 Tn/m3Capacidad Portante del suelo 2.00 Kg/cm2

Peso Específico del concreto 2.30 Tn/m3

Talud del terreno V = 1 , H = 2.50

F'c del concreto 175.00 Kg/cm2

Espesor del apoyo (elastómetros) 0.00 cm

Geometría del Estribo

Dimensiones (m) AMínimas Reales

H 3.220 3.220 h'a 0.500 0.500

d 0.400 0.600 Bh 2.720 2.720

e 0.241 0.800

x 0.272 0.272 h''h' (0-h) 1.700

h'' h-h' 1.020 Cg (0-c) 0.200

b 1.288 2.272 Dc 0.187 0.200

f 0.500 0.800

CHEQUEO DE LA SECCION A -A

1. Empuje de Tierra

Coef. De Empuje Activo C = 0.307

Resultante del Empuje E = 0.224 Tn.

E

Eh = 0.216 Tn. P1

Ev = 0.062 Tn. 0.221

APunto de Aplicación dv = 0.221 m.

( Medido desde el eje A-A, hacia arriba )

2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras



Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)

P1 0.690 0.300 0.207

Ev 0.062 0.600 0.037

Total 0.752 0.244



Xv = 0.325

Z = 0.064

e = 0.039

3. Chequeos

3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones

P = 1.740 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 1.740 OK

3.2. Chequeo al volteo

FSV: Factor de Seguridad al Volteo

FSV = 5.112 > 2.000 OK

3.3. Chequeo al deslizamiento

f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería (ver tabla)

FSD = 2.441 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION B - B

A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado

1. Empuje de Tierra


Resultante del Empuje E = 2.136 Tn. E

Eh = 2.053 Tn.

Ev = 0.589 Tn.

0.845

Punto de Aplicación dv = 0.845 m.

( Medido desde el eje B-B, hacia arriba ) A



P1 3.036 1.270 3.856

P2 3.128 0.570 1.783

P3 0.332 0.113 0.038

Ev 0.589 1.570 0.924

Total 7.085 6.601

Xv = 0.932

Z = 0.245

e = 0.098

3. Chequeos




P = 6.206 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 6.206 OK





FSV = 3.806 > 2.000 OK


f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería

FSD = 2.415 > 2.000 OK

B. Estribo con puente y relleno sobrecargado

1. Reacción del Puente por metro lineal

R1 = 6.620 Tn/m.

2. Reacción por Rodadura

R2 = 0.099 Tn/m.

3. Reacción por sobrecarga

R3 = 7.488 Tn/m.



R1 6.620 0.570 3.773

R3 7.488 0.570 4.268

Pvertical 7.085 0.932 6.601

Total 21.193 14.642

Xv = 0.691

5. Fuerzas Horizontales


Eh 2.053 0.845 1.734

R2 0.099 4.000 0.396

Total 2.152 2.130

Yh = 0.990 m.

Punto de Aplicación de la Resultante

Z = 0.101

e = 0.195

3. Chequeos


P = 23.538 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 23.538 OK



FSV = 6.874 > 2.000 OK



FSD = 6.893 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION C - C


1. Empuje de Tierra


Resultante del Empuje E1 = 2.136 Tn.

E1h = 2.053 Tn.

E1v = 0.589 Tn. E1

Punto de Aplicación d1v = 1.865 m.

( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )

Coef. De Empuje Activo C = 0.307 E2Resultante del Empuje E2 = 0.621 Tn 1.865

E2h = 0.597 Tn

E2v = 0.171 Tn 0.422

APunto de Aplicación d2v = 0.422 m

( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )



P1 4.444 1.372 6.097

P2 5.005 0.672 3.363

P3 0.851 0.181 0.154

P4 0.469 1.772 0.831

P6 0.880 1.772 1.559

E1v 0.589 1.672 0.984

E2v 0.171 1.872 0.320

Total 12.408 13.310

Xv = 1.073

Z = 0.329e = 0.192

3. Chequeos


P = 10.713 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 10.713 OK





FSV = 3.261 > 2.000 OK





FSD = 3.278 > 2.000 OK


1. Reacción del Puente por metro lineal

R1 = 6.620 Tn/m.

2. Reacción por Rodadura

R2 = 0.099 Tn/m.

3. Reacción por sobrecarga

R3 = 7.488 Tn/m.



R1 6.620 0.672 4.449

R3 7.488 0.672 5.032

Pvertical 12.408 1.073 13.310

Total 26.516 22.790

Xv = 0.859



E1h 2.053 1.865 3.829

E2h 0.597 0.422 0.252

R2 0.099 5.020 0.496

Total 2.749 4.577

Yh = 1.665 m.

Punto de Aplicación de la Resultante

Z = 0.173

e = 0.249

3. Chequeos


P = 25.476 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 25.476 OK





FSV = 4.979 > 2.000 OK





FSD = 6.753 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION D - D


1. Empuje de Tierra


Resultante del Empuje E1 = 2.136 Tn

E1h = 2.053 Tn E1E1v = 0.589 Tn

Punto de Aplicación d1v = 2.665 m( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )

E2Coef. De Empuje Activo C = 0.307 2.665


E2h = 0.597 Tn 1.222

E2v = 0.171 Tn

APunto de Aplicación d2v = 1.222 m

( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )



P1 4.444 1.572 6.985

P2 5.005 0.872 4.364

P3 0.851 0.381 0.324

P4 0.469 1.972 0.925

P5 4.180 1.136 4.749

P6 0.880 1.972 1.735

P7 1.288 2.172 2.798

E1v 0.589 1.872 1.102

E2v 0.171 2.072 0.354

SP -4.544 1.136 -5.162

Total 13.333 18.176

Xv = 1.363Z = 0.465

e = 0.238

3. Chequeos


P = 9.554 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 9.554 OK





FSV = 2.931 > 2.000 OK




f = 0.60 Para albañilería sobre conglomerado

FSD = 3.019 > 2.000 OK




R1 6.620 0.872 5.773

R3 7.488 0.872 6.530

Pverticales 13.333 1.363 18.176

Total 27.441 30.478



E1h 2.053 2.665 5.472

E2h 0.597 1.222 0.729

R2 0.099 5.820 0.576

Total 2.749 6.776

Yh = 2.465

4. Punto de Aplicación de la Resultante

Z = 0.247

e = 0.020

3. Chequeos


P = 12.706 Tn/m2 = 1.271 Kg/cm2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 12.706 OK

Así mismo (verificamos con la capacidad portante)

P = 1.271 < 2.00 OK



FSV = 4.498 > 2.000 OK


f = 0.60 Para albañilería sobre grava

FSD = 5.990 > 2.000 OK



DISEÑO DE LAS ALAS DEL ESTRIBO

Talud del Ala H : V = 1:1.5

Cálculo de la longitud

Long. Teóric 1.518 m.

Long. Real 2.090 m.

Altura mínima del Ala 3.520 m.

Geometría del Ala

Dimensiones (m)

Mínimas Reales

H 3.5200 2.7200 h'd 0.4243 1.3000

x 0.3520 0.2300

h' (0-H) 1.6500 Ah'' H-h' 1.0700

g (0-c) 0.1700

b 1.4080 2.0400 h''c 0.3159 0.1700

f 0.5000 0.8000 B

C

3.79

CHEQUEO DE LA SECCION A - A

1. Empuje de Tierra


Resultante del Empuje E = 1.065 Tn.

EEh = 1.046 Tn.

Ev = 0.201 Tn.

Punto de Aplicación dv = 0.550 m. 0.550

( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )

A



P1 4.934 0.790 3.895

P2 0.265 0.093 0.025

Ev 0.201 1.440 0.290

Total 5.400 4.210

Xv = 0.780

Z = 0.107

e = 0.047

3. Chequeos


P = 4.481 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2



Luego

700 > 4.481 OK





FSV = 7.318 > 2.000 OK



FSD = 3.614 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION B - B

1. Empuje de Tierra



E1h = 1.046 Tn E1E1v = 0.201 Tn

Punto de Aplicación d1v = 1.620 m


E21.620


Resultante del Empuje E2 = 0.448 Tn 0.357

AE2h = 0.440 Tn

E2v = 0.085 Tn





P1 8.133 0.880 7.157

P2 0.719 0.153 0.110

P3 0.418 1.615 0.676

P4 0.561 1.615 0.906

E1v 0.201 1.530 0.308

E2v 0.085 1.700 0.144

Total 10.118 9.301

Xv = 0.919

Z = 0.183e = 0.114

3. Chequeos


P = 8.340 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 8.340 OK





FSV = 5.024 > 2.000 OK





FSD = 4.767 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION C - C

1. Empuje de Tierra



E1E1h = 1.046 Tn

E1v = 0.201 Tn



E2



E2h = 0.440 Tn

E2v = 0.085 A





P1 8.133 1.050 8.539

P2 0.719 0.323 0.233

P3 0.418 1.785 0.747

P4 0.561 1.785 1.001P5 0.925 1.955 1.808

P6 3.754 1.020 3.829

E1v 0.201 1.700 0.342

E2v 0.085 1.870 0.158

SP -4.080 1.020 -4.162

Total 10.716 12.496

Xv = 1.166

Z = 0.284

e = 0.138

3. Chequeos


P = 19.007 Tn/m2 = 1.901 Kg/cm2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 19.007 OK

Así mismo (verificamos con la capacidad portante)

1.901 < 2.00 OK



FSV = 4.111 > 2.000 OK




f = 0.60 Para albañilería sobre grava

FSD = 4.328 > 1.500 OK



DISEÑO DE PILAR

DATOS:

Reacción del Puente 54.960 Tn Falta incrementar el peso del asfalto, nieve, sobrecarga en vereReacción del Puente por Sobre ca 27.600 Tn

Reacción del Puente por Impacto 8.280 Tn

Ancho del puente 4.30 m.

Longitud del puente 10.00 m.

Numero de tramos 1.00 m.

F'c del concreto 210.00 Kg/cm2

Fy del Acero 4200.00 Kg/cm2

Caracteristicas del pilar Verificar espesor de la separación (junta de dilatación) y

Largo 4.300

Ancho 1.650

Altura 3.000 xAltura de cimentación 1.500

0.400

0.881 Se conside

0.967

Recubrimiento Mínimo 0.05

Cargas Actuantes

Reac. Pue 54.960 Tn

Reac. S/C 27.600 Tn

Reac. Impa 8.280 Tn

0 Tn.m.

21.984 Tn.m.

31.603 Tn.m.14.352 Tn.m.

Combinación de Cargas

1.0 1.5 CM + 1.8 CV

2.0 0.75 (1.5 CM + 1.8 CV + 1.8 CW )

3.0 0.9 CM + 1.3 CW

En el presente análisis no se consideran los estados 2 y 3 por no tener demasiada influencia del viento

Luego

Pu = 1.5 Pd + 1.8 P(l+i 147.024 Tn.

Mux = 1.5 Mdx + 1.8 M 56.886 Tn.m.

Muy = 1.5 Mdy + 1.8 M 58.810 Tn.m.

Generación de la curva de interacción (Mn , Pn)

Cuantia balanceada

b =0.85*f´c*B1 0.021675

Fy .003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b 0.02

Excentricidad en X ( e

Excentricidad en Y ( e

Excentricidad total ( e

PD =

PL =

PI =

MDX = PD . EY =

MDY = PD . EX =

M (L+I) X = PL + I . EY =M (L+I) Y = PL + I . EX =

.003 * Es =



usar = 0

Calculo del acero a emplear

As = 283.800 cm2

Empleando

Ø = 1 Pulg

As = 5.07 cm2 ( Area individual )

Recubrimiento = 7.00 cm

Espaciam. /capas = 15.00 cm OK

necesitamos

# de barras 55.976 ( totales)

Usamos

# de barras 13 ( por capa)


Ø As 1 Capa 2 Capa 3 Capa 4 Capa Ast Cuantia

1 5.07 13 13 13 13 263.64 0

Flexión puraA B C a1 a2

76755 -553643.6 -5.73 7.21 0

C (cm) E1 E2 E3 E4 1 (Kg/cm2 fs2 fs3 fs4 C1 ( Kg ) C2

9.618 0.000816 ### 0.0416061 0.0462851 1714.617 -8111.204 4200.000 4200.000 ### ###

23 0.002087 0.0001304 0.0156522 0.0176087 4200.000 273.913 4200.000 4200.000 ### 18053.609

24 0.002125 0.0002500 0.0148750 0.0167500 4200.000 525.000 4200.000 4200.000 ### 34602.750

25 0.002160 0.0003600 0.0141600 0.0159600 4200.000 756.000 4200.000 4200.000 ### 49827.960

26 0.002192 0.0004615 0.0135000 0.0152308 4200.000 969.231 4200.000 4200.000 ### 63882.000

27 0.002222 0.0005556 0.0128889 0.0145556 4200.000 1166.667 4200.000 4200.000 ### 76895.000

28 0.002250 0.0006429 0.0123214 0.0139286 4200.000 1350.000 4200.000 4200.000 ### 88978.500

29 0.002276 0.0007241 0.0117931 0.0133448 4200.000 1520.690 4200.000 4200.000 ### ###

30 0.002300 0.0008000 0.0113000 0.0128000 4200.000 1680.000 4200.000 4200.000 ### ###

31 0.002323 0.0008710 0.0108387 0.0122903 4200.000 1829.032 4200.000 4200.000 ### ###

32 0.002344 0.0009375 0.0104063 0.0118125 4200.000 1968.750 4200.000 4200.000 ### ###

33 0.002364 0.0010000 0.0100000 0.0113636 4200.000 2100.000 4200.000 4200.000 ### ###

34 0.002382 0.0010588 0.0096176 0.0109412 4200.000 2223.529 4200.000 4200.000 ### ###

35 0.002400 0.0011143 0.0092571 0.0105429 4200.000 2340.000 4200.000 4200.000 ### ###

36 0.002417 0.0011667 0.0089167 0.0101667 4200.000 2450.000 4200.000 4200.000 ### ###

37 0.002432 0.0012162 0.0085946 0.0098108 4200.000 2554.054 4200.000 4200.000 ### ###

38 0.002447 0.0012632 0.0082895 0.0094737 4200.000 2652.632 4200.000 4200.000 ### ###

39 0.002462 0.0013077 0.0080000 0.0091538 4200.000 2746.154 4200.000 4200.000 ### ###

40 0.002475 0.0013500 0.0077250 0.0088500 4200.000 2835.000 4200.000 4200.000 ### ###

41 0.002488 0.0013902 0.0074634 0.0085610 4200.000 2919.512 4200.000 4200.000 ### ###

42 0.002500 0.0014286 0.0072143 0.0082857 4200.000 3000.000 4200.000 4200.000 ### ###

43 0.002512 0.0014651 0.0069767 0.0080233 4200.000 3076.744 4200.000 4200.000 ### ###

44 0.002523 0.0015000 0.0067500 0.0077727 4200.000 3150.000 4200.000 4200.000 ### ###

45 0.002533 0.0015333 0.0065333 0.0075333 4200.000 3220.000 4200.000 4200.000 ### ###

46 0.002543 0.0015652 0.0063261 0.0073043 4200.000 3286.957 4200.000 4200.000 ### ###

47 0.002553 0.0015957 0.0061277 0.0070851 4200.000 3351.064 4200.000 4200.000 ### ###

48 0.002563 0.0016250 0.0059375 0.0068750 4200.000 3412.500 4200.000 4200.000 ### ###

49 0.002571 0.0016531 0.0057551 0.0066735 4200.000 3471.429 4200.000 4200.000 ### ###50 0.002580 0.0016800 0.0055800 0.0064800 4200.000 3528.000 4200.000 4200.000 ### ###

51 0.002588 0.0017059 0.0054118 0.0062941 4200.000 3582.353 4200.000 4200.000 ### ###

52 0.002596 0.0017308 0.0052500 0.0061154 4200.000 3634.615 4200.000 4200.000 ### ###

0.000 2000.000 4000.000

0.000

5000.000

10000.000

15000.000

CURVA DE INTERACCION

Series1

Mn (Tn.m)

Pn

(Tn)



53 0.002604 0.0017547 0.0050943 0.0059434 4200.000 3684.906 4200.000 4200.000 ### ###

54 0.002611 0.0017778 0.0049444 0.0057778 4200.000 3733.333 4200.000 4200.000 ### ###

55 0.002618 0.0018000 0.0048000 0.0056182 4200.000 3780.000 4200.000 4200.000 ### ###

56 0.002625 0.0018214 0.0046607 0.0054643 4200.000 3825.000 4200.000 4200.000 ### ###

57 0.002632 0.0018421 0.0045263 0.0053158 4200.000 3868.421 4200.000 4200.000 ### ###

58 0.002638 0.0018621 0.0043966 0.0051724 4200.000 3910.345 4200.000 4200.000 ### ###

59 0.002644 0.0018814 0.0042712 0.0050339 4200.000 3950.847 4200.000 4200.000 ### ###

60 0.002650 0.0019000 0.0041500 0.0049000 4200.000 3990.000 4200.000 4200.000 ### ###

61 0.002656 0.0019180 0.0040328 0.0047705 4200.000 4027.869 4200.000 4200.000 ### ###

62 0.002661 0.0019355 0.0039194 0.0046452 4200.000 4064.516 4200.000 4200.000 ### ###

63 0.002667 0.0019524 0.0038095 0.0045238 4200.000 4100.000 4200.000 4200.000 ### ###

64 0.002672 0.0019688 0.0037031 0.0044063 4200.000 4134.375 4200.000 4200.000 ### ###

65 0.002677 0.0019846 0.0036000 0.0042923 4200.000 4167.692 4200.000 4200.000 ### ###

66 0.002682 0.0020000 0.0035000 0.0041818 4200.000 4200.000 4200.000 4200.000 ### ###

67 0.002687 0.0020149 0.0034030 0.0040746 4200.000 4200.000 4200.000 4200.000 ### ###

68 0.002691 0.0020294 0.0033088 0.0039706 4200.000 4200.000 4200.000 4200.000 ### ###

69 0.002696 0.0020435 0.0032174 0.0038696 4200.000 4200.000 4200.000 4200.000 ### ###

70 0.002700 0.0020571 0.0031286 0.0037714 4200.000 4200.000 4200.000 4200.000 ### ###

71 0.002704 0.0020704 0.0030423 0.0036761 4200.000 4200.000 4200.000 4200.000 ### ###

72 0.002708 0.0020833 0.0029583 0.0035833 4200.000 4200.000 4200.000 4200.000 ### ###



a

ra 4', por: 1' del extremo a la rueda y 3' del eje del tren de cargas



T1 T2 Mn (Tn.m) Pn (Tn) e (m)

276822.000 ### 575.151 0.000 Infinito

276822.000 ### 1574.524 1065.255 1.478

276822.000 ### 1621.882 1139.371 1.423

276822.000 ### 1668.007 1212.162 1.376

276822.000 ### 1712.993 1283.783 1.334

276822.000 ### 1756.916 1354.362 1.297

276822.000 ### 1799.846 1424.012 1.264

276822.000 ### 1841.840 1492.828 1.234

276822.000 ### 1882.948 1560.894 1.206

276822.000 ### 1923.215 1628.283 1.181

276822.000 ### 1962.678 1695.058 1.158

276822.000 ### 2001.372 1761.275 1.136

276822.000 ### 2039.327 1826.983 1.116276822.000 ### 2076.568 1892.226 1.097

276822.000 ### 2113.119 1957.043 1.080

276822.000 ### 2149.002 2021.467 1.063

276822.000 ### 2184.234 2085.530 1.047

276822.000 ### 2218.834 2149.261 1.032

276822.000 ### 2252.814 2212.683 1.018

276822.000 ### 2286.191 2275.819 1.005

276822.000 ### 2318.975 2338.691 0.992

276822.000 ### 2351.178 2401.315 0.979

276822.000 ### 2382.810 2463.710 0.967

276822.000 ### 2413.881 2525.889 0.956

276822.000 ### 2444.399 2587.869 0.945

276822.000 ### 2474.371 2649.660 0.934

276822.000 ### 2503.805 2711.276 0.923

276822.000 ### 2532.707 2772.726 0.913276822.000 ### 2561.084 2834.021 0.904

276822.000 ### 2588.940 2895.170 0.894

276822.000 ### 2616.281 2956.181 0.885



276822.000 ### 2643.112 3017.061 0.876

276822.000 ### 2669.437 3077.820 0.867

276822.000 ### 2695.260 3138.462 0.859

276822.000 ### 2720.584 3198.994 0.850

276822.000 ### 2745.414 3259.422 0.842

276822.000 ### 2769.752 3319.751 0.834

276822.000 ### 2793.603 3379.987 0.827

276822.000 ### 2816.967 3440.134 0.819

276822.000 ### 2839.848 3500.196 0.811

276822.000 ### 2862.250 3560.178 0.804

276822.000 ### 2884.172 3620.083 0.797

276822.000 ### 2905.619 3679.915 0.790

276822.000 ### 2926.592 3739.677 0.783

276822.000 ### 2947.093 3799.373 0.776

276822.000 ### 2965.874 3856.939 0.769

276822.000 ### 2984.224 3914.505 0.762

276822.000 ### 3002.141 3972.071 0.756

276822.000 ### 3019.627 4029.638 0.749

276822.000 ### 3036.681 4087.204 0.743

276822.000 ### 3053.303 4144.770 0.737

0.000 13771.863 0.000

58.810 147.024 0.400

DISEÑO ESTRIBOS PONTON LINDA 7 m

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Transcript of DISEÑO ESTRIBOS PONTON LINDA 7 m