Acueducto

ELABORADO POR: Ing. Cirilo Torbisco L. CIP. Nº 56123

DISEÑO DE ACUEDUCTO AEREO A.- DATOS DEL PUENTE

(Puente Simplemente Apoyado de un Solo Tramo)

LUZ LIBRE DEL PUENTE

L=

15.00 mts.

PERALTE PARCIAL DE LA VIGA ANCHO DE VIGA

h= d=

0.35 mts. 0.15 mts.

PROYECTO : PEQ. SIST. RIEGO PONGOCOCHA-PONTURCO

Distrito: Accomarca,

OTROS DATOS

Prov.: Vilcashuaman

0.15

0.15 0.20

Ancho de fondo de canal Espesor de losa Ancho de viga

(b) = [d'] = (d) =

0.20 m. 0.15 m. 0.15 m.

Altura parcial de Viga Paralte total de Viga

(h) = (H) =

0.35 m. 0.50 m. G1

H

h = 0.35

Viga G1

G3

h

Viga

0.35 Losa

(c)= (f'c)= (a)=

Peso específico Concreto Resistencia de Concreto Peso específico agua

2,400.00 Kg/m3 210.00 Kg/cm2

B.

d'

A.

C.

0.15

G2

1,000.00 Kg/m3

b d

d

1.- PREDIMENSIONAMIENTO CARGAS QUE ACTUAN EN ACTUEDUCTO : Presión lateral del agua sobre las vigas. : Peso del agua sobre losa. : Preso propio de la estructura.

M A= ((h+0.5d)3/6)a

i) La presión lateral del agua genera un momento en el punto "A".

M C= (q(b+d)2/8) - MA ii) El momento en el centro de losa el punto "C", se determina con : q = (h  ) + (d  )  = Donde: Peso específico de agua (Kg/m3) a c a c= Peso específico de concreto (Kg/m3) q=

710.00

Kg/m3

2.- METRADO DE CARGA MUERTA (considerando la mitad de la estructura) CARGA REPARTIDA =(h +d)dc G1 G2

180.00 Kg/m 71.00 Kg/m 251.00 Kg/m

= 0.5qb

Carga Muerta Carga Viva La suma total de carga Wd= 251.00 Kg/m

3.- CALCULO DE ESFUERZO CORTANTE Y MOMENTO MAXIMO i).- El momento en el punto "A".

El momento en el punto "C".

M A= ((h+0.5d)3/6)a

MA=

Momento último será:

Mu= (1.8MA)*100 Mu= 2,302.97 Kgcm/cm Mu= 0.02 Tn-m/m

M C= (q(b+d)2/8) - MA M C= -1.92

12.79 Kgm/m

Kg/m

4.- CALCULO DE ACERO PARA LA CAJA (*)

CHEQUEO DE PERALTE POR SERVICIO: Datos: f'c= 210.00 Kg/cm2 fc= 0.40f'c Kg/cm2 fs= 0.4Fy Kg/cm2 Fy= 4,200.00 Kg/cm2 Asumir acero diámetro Cálculos: n= Es/Ec = 9.66 r= fs/fc= 20.00 k= n/(n+r)= 0.33 j= 1.0 - k/3= 0.89 Peralte: d=[2M/(fcxjxkxb)]^0.5= d=

3.55

===>> ===>>

fc= fs=

3/8 " ====>

0.95 cm Donde: Es=2.1x10^6 kg/cm2 Ec=15,000(f'c)^0.5

donde:

b=

0.15

dmín=

3.55

m

cm COMO:

(**)

84.00 Kg/cm2 1,680.00 Kg/cm2

<

10.52

OK

CALCULO DE ACERO POR ROTURA: De la figura:

Pág.(1)

ELABORADO POR: Ing. Cirilo Torbisco L. CIP. Nº 56123

d=

10.52

cm

B=b=

15.00

cm

Según la relación matemática: Mu/(f'cxB) = (d-0.5a)(0.765a) >>>>>> a1 ={ -(-0.765xd)+((0.765xd)-4x0.3825x(Mu/(f'cxB)))^0.5}/(2x0.3825)= a2 ={ -(-0.765xd)-((0.765xd)-4x0.3825x(Mu/(f'cxB)))^0.5}/(2x0.3825)= Se asume el menor valor = AREA DE ACERO:

a=

0.091

As = Mu/(0.85xfy(d-a/2)) =>>>>>>

Area de acero para la Viga:

As =

De donde resulta dos valores 0.09 cm SI 20.96 cm NO

cm As=

0.062

cm2

0.06 cm2

Según las Normas el Acero Mínimo es ASMIN=0.0015x100xd ASMIN=0.0015x100xd ASUMIR ACERO MAYOR

=====>>

ASMIN=

1.579

cm2

=====>>

ASMIN=

1.789

cm2

r

<

rmáx

0.00039

<

0.016

1.579 cm2

ACERO PARA LA LOSA

Según las Normas el Acero Mínimo es ASMIN=0.0017x100xd ASMIN=0.0017x100xd POR ENDE:

El refuerzo por contracción y temperatura será:

i) Para la cara de la viga

=0.0025x100xd

=====>

3.75 cm2/m

ii) Para la losa

=0.0020x100xd

=====>

3.00 cm2/m

C=a/0.85 = C<< hlosa

0.11

5.- VERIFICACION DE VALORES: Comprobación zona comprimida: a=0.85C; De donde Luego:

0.11

<<<

Verificación de cuantías: Donde: rb = [(0.85xf'cxB1)/Fy)x0.003xEs/(0.003xEs+Fy) =>>>

cm

OK

15.0 B1= 0.85 rb =

rmáx =0.75xrb =

0.021675 Es=2.1x10^6 kg/cm2

rmáx = 0.016

Ec=15,000(f'c)^0.5

Cuantía de la viga: r = As/bxd=

0.0004

Luego: ====>>>>

(...) Para no verificar deflexión: fmáx=0.18f'c/Fy = 0.009

fmáx

>

0.00039

0.009

>

0.00039

Debe ser:

OK

OK

6.- CALCULO DE ACERO PARA VIGA LATERAL O PRINCIPAL W=

71.000

Kg/m MD=WL2/8

MD= 1,996.88 Kg-m

MA=W 1L2/8

MA= 5,062.50 Kg-m

Carga Muerta L= W 1=

180.00

15.00

m

Kg/m

Carga viva

Momento último: MU=1.8MD + 1.5MA

====>> L= (*)

15.00

m

MU=

11,188.13 Kg-m

MU=

11.19 Tn-m

CHEQUEO DE PERALTE POR SERVICIO: Datos: f'c=

210.00

Kg/cm2

fc=

0.40f'c

Kg/cm2

===>>

fc=

84.00 Kg/cm2

fs=

0.4Fy

Kg/cm2

===>>

fs=

1,680.00 Kg/cm2

Fy=

4,200.00

Kg/cm2

Asumir acero diámetro

5/8 " ====>

1.59 cm

Cálculos: n=

Es/Ec =

9.66

Donde:

r=

fs/fc=

20.00

Es=2.1x10^6 kg/cm2

k=

n/(n+r)=

0.33

Ec=15,000(f'c)^0.5

j=

1.0 - k/3=

0.89

Peralte: d=[2M/(fcxjxkxb)]^0.5=

donde:

b=

0.50

m

Pág.(2)

ELABORADO POR: Ing. Cirilo Torbisco L. CIP. Nº 56123

d=

42.84

cm COMO:

(**)

dmín=

42.84

<

46.71

OK

CALCULO DE ACERO POR ROTURA: De la figura: d=

46.71

cm

B=b=

Según la relación matemática:

50.00

cm

Mu/(f'cxB) = (d-0.5a)(0.765a) >>>>>>

De donde resulta dos valores

a1 ={ -(-0.765xd)+((0.765xd)-4x0.3825x(Mu/(f'cxB)))^0.5}/(2x0.3825)=

3.08 cm

SI

a2 ={ -(-0.765xd)-((0.765xd)-4x0.3825x(Mu/(f'cxB)))^0.5}/(2x0.3825)=

93.41 cm

NO

Se asume el menor valor = AREA DE ACERO:

a=

3.084

cm

As = Mu/(0.85xfy(d-a/2)) =>>>>>>

Area de acero para la Viga:

As =

As=

6.939

cm2

6.94 cm2

Según las Normas el Acero Mínimo es ASMIN=0.0020xbxd ASMIN=0.0020xbxd

ASMIN=

=====>>

1.401

cm2

Entonces deberá colocarse refuerzo mínimo: ASUMIR ACERO MAYOR

6.939 cm2 Area de acero

UTILIZAR ACERO

5/8

4.0

2.00

cm2

Barras

7.- VERIFICACION DE VALORES: Comprobación zona comprimida: a=0.85C;

De donde

C=a/0.85 = C<< hviga

Luego:

3.63

3.63

<<<

Verificación de cuantías: Donde: rb = [(0.85xf'cxB1)/Fy)x0.003xEs/(0.003xEs+Fy) =>>>

cm

OK

35.0 B1= 0.85 rb =

rmáx =0.75xrb =

0.021675 Es=2.1x10^6 kg/cm2

rmáx = 0.016

Ec=15,000(f'c)^0.5

Cuantía de la viga: r = As/bxd=

0.0030

====>>>> (...) Para no verificar deflexión: fmáx=0.18f'c/Fy = 0.009

Debe ser:

r

<

rmáx

0.00297

<

0.016

Luego:

fmáx

>

0.00297

0.009

>

0.00297

OK

OK

RESUMEN DE ACERO EN VIGA 6 Fierros de  5/8

4 Fierros de  1/2

Pág.(3)

ELABORADO POR: Ing. Cirilo Torbisco L. CIP. Nº 56123

8.- CALCULO ESTRUCTURAL DE LA VIGA SUPERIOR EN LA COLUMNA, COLUMNA Y ZAPATA

DATOS DE COLUMNA, ZAPATA Y VIGA

0.10

Base de la viga

(a) =

0.40 m.

Largo de viga

(L) =

0.70 m.

Altura de Viga

(D) =

0.30 m.

Ancho de columna

[B] =

0.30 m.

Espesor de columna

(e) =

0.40 m.

Altura de columna

(H) =

1.50 m.

Largo de zapata

(m) =

1.60 m.

Ancho de zapata

(n) =

1.60 m.

Altura de zapaya

(y) = (c)=

0.40 m.

Peso específico Concreto Resistencia de Concreto

G3 Canal

h = 0.20 D = 0.30

Viga G3

Viga

L=

0.70 Columna

2,400.00 Kg/m3

(f'c)=  t=

Capacidad portante del suel

0.18

210.00 Kg/cm2

G4

1.50

1.50 Kg/cm3

0.40

G5

0.65

Zapata

0.30

0.65 1.60 m

9.- CALCULO ESTRUCTURAL DE LA VIGA SUPERIOR DE COLUMNA La fuerza cortante última es: Ru= 1.8(W A)+1.5(W c)L*0.5

Ru=

====>>>

2,983.50 Kg

Cálculo del acero de la viga Mu=0.5(b-B+d)(2*Ru)

`====>>

Mu=

149.18 Kg-m

Mu= (*)

0.15

Tn-m

CHEQUEO DE PERALTE POR SERVICIO: Datos: f'c=

210.00

Kg/cm2

fc=

0.40f'c

Kg/cm2

===>>

fc=

84.00 Kg/cm2

fs=

0.4Fy

Kg/cm2

===>>

fs=

1,680.00 Kg/cm2

Fy=

4,200.00

Kg/cm2

Asumir acero diámetro

5/8 " ====>

1.59 cm

Cálculos: n=

Es/Ec =

9.66

Donde:

r=

fs/fc=

20.00

Es=2.1x10^6 kg/cm2

k=

n/(n+r)=

0.33

Ec=15,000(f'c)^0.5

j=

1.0 - k/3=

0.89

Peralte: d=[2M/(fcxjxkxb)]^0.5= d=

6.39

donde:

0.30

dmín=

6.39

m

cm COMO:

(**)

b=

<

OK

25.21

CALCULO DE ACERO POR ROTURA: De la figura: d=

25.21

cm

Según la relación matemática:

B=b=

30.00

cm

Mu/(f'cxB) = (d-0.5a)(0.765a) >>>>>>

De donde resulta dos valores

a1 ={ -(-0.765xd)+((0.765xd)-4x0.3825x(Mu/(f'cxB)))^0.5}/(2x0.3825)=

0.12 cm

SI

a2 ={ -(-0.765xd)-((0.765xd)-4x0.3825x(Mu/(f'cxB)))^0.5}/(2x0.3825)=

50.29 cm

NO

Se asume el menor valor = AREA DE ACERO:

a=

0.123

As = Mu/(0.85xfy(d-a/2)) =>>>>>>

Area de acero para la Viga:

As =

cm As=

0.166

cm2

0.17 cm2

Según las Normas el Acero Mínimo es ASMIN=0.0020xbxd ASMIN=0.0020xbxd

=====>>

ASMIN=

1.800

cm2

Entonces deberá colocarse refuerzo mínimo: ASUMIR ACERO MAYOR

1.800 cm2 Area de acero

UTILIZAR ACERO

5/8

1

2.00

cm2

Barras

Pág.(4)

ELABORADO POR: Ing. Cirilo Torbisco L. CIP. Nº 56123

10.- VERIFICACION DE VALORES: Comprobación zona comprimida: a=0.85C;

De donde

C=a/0.85 = C<< hviga

Luego:

0.14

0.14

<<<

cm

OK

30.0 B1= 0.85

Verificación de cuantías: Donde: rb = [(0.85xf'cxB1)/Fy)x0.003xEs/(0.003xEs+Fy) =>>>

rb =

rmáx =0.75xrb =

0.021675 Es=2.1x10^6 kg/cm2

rmáx = 0.016

Ec=15,000(f'c)^0.5

Cuantía de la viga: r = As/bxd=

0.0002

====>>>> Para no verificar deflexión: fmáx=0.18f'c/Fy = 0.009

r

<

rmáx

0.00022

<

0.016

Luego:

fmáx

>

0.00022

0.009

>

0.00022

Debe ser:

11.- CALCULO ESTRUCTURAL DE LA COLUMNA La reacción total será igual RTOTAL=4Ru

RTOTAL=

El peso propio de la viga superiorb es: G3=(LxaxD)xc ===>>

G3=

201.60 Kg

El peso propio de la columna es: G4=(HxBxe)xc ===>>

G4=

432.00 Kg

11,934.00

OK

OK

Kg

La carga última: Pu=(RTOTAL)+1.5(G3+G4)===>>

Pu= 12,884.40 Kg Además la columna debe resistir también un momento Mu=P ue', donde e'=0.10e que viene a ser excentricidad. Mu=Pu(0.10e) El factor

===>> K=

Mu= 51,537.60 Kg-cm

2.0

para el presente caso de columna

r= (I/A)1/2

Donde

I=(e4/12)

A=Bxe= Reemplazando valores

r=

13.33

cm

El factor KL/r debe ser mayor que 22.

I= 213,333.33 cm4

1,200.0

cm2

de datos

KL/r=

PCR=2EI/(KL)2 La carga crítica de la columna 1.5 0.5 E = 4,270(f'c) También: ====> c c

L=

>

22.50

150

cm4

22

CONSIDERAR ESBELTEZ

EI= (EcIg/2.5)/(1+d)

Donde Ec=

230,067.03

Ig=I=

### cm4

Kg/cm2 =

0

EI= 1.96E+010 Kgcm2 PCR= = Cm/(1-(Pu)/(PCR)

2,150,749.76

Kg Cm=

Donde

=

1.0

0.7

Reemplazando valores =

1.01

El momento simplificado resulta de: Mc= Mu =====>>

Mc=

51,982.47 Kg-cm El factor /h=( e-2(4+(/2)))/B

La relación de excentricidad: e/h=Mc/(Puxe) =====>>

e/h=

Asumir acero diámetro 5/8 " ====> El factor Pu/(f'cbh)= Reemplazando valores Pu/(f'cbh)=

/h=

0.10

1.01

1.59 cm

0.073

CON ESTOS VALORES SE ENTRA AL GRAFICO DEL LIBRO "Design Of Concrete Structues" Resulta del gráfico el area siguiente POR ENDE: El acero Mìnimo es:

As=

1.25

Aminimo=0.01xbxh Aminimo=

12.00

cm2 =====>

Aminimo=

cm2

cm2 Area de acero

UTILIZAR ACERO

12.00

5/8

6

2.00

cm2

Barras

Pág.(5)

ELABORADO POR: Ing. Cirilo Torbisco L. CIP. Nº 56123

12.- CALCULO ESTRUCTURAL DE LA ZAPATA Peso propio de la zapata: G5=(m)x(n)x(y)(c) =====>>

G5= 2,457.60 Kg

G6=(G5)(14/24)

G6= 1,433.60 Kg

=====>>

CASO SIN AGUA Quiere decir quebrada seca, donde van a estar los apoyos.

El momento que actúa sobre la zapata es: M=(2xR)(y)(0.25xY)

M=

R=(G1+G2)L/2

La presión sobre el terreno es: t= ((4R)+G3+G4+G6)/(mxn) Factor de seguridad

R=

1,882.50

Kg

37,650.00 Kg-cm

3

 t=

 c/  t=

0.37

Kg-cm

>

4.00

3

OK

Cálculo de excentricidad de las cargas verticales: e=M/((2xR)+G3+G4+G6)

e= Como

Fuerza cortante:

Vu=4xRu+1.5(G3+G4)

La carga unitaria sobre la parte inferior es:

6.46

cm e

<<<<

Como X=m/

X=

26.67

OK

Vu= 12,884.40 Kg  u= Vu/(mxn)  u= 0.50 Kg/cm2

La sección perimétrico está ubicada a una distancia de largo de la columna entre dos: Comprende un área La fuerza última

(B+2xe/2)^2=A' Vu1:

Vu1=u(K^2-A')

26.67

e/2=

20

cm

4,900.00 cm2 Vu1=

10,418.25

Kg

El esfuerzo cortante es: u1= Vu1/(b'f)

Pág.(6)

DISEÑO DE PUENTE VIGA-LOSA A.- PREDIMENSIONAMIENTO LUZ DEL PUENTE

L

Puente simplemente apoyado de un sólo tramo =

19.00 mts.

PERALTE DE LA VIGA H = L/15 = ESPESOR DE LA LOSA E =

1.27 mts. 0.20 mts.

PROYECTO Puede redondear

:

OFICINA ZONAL:

Puente Carrozable Huaylacucho AYACUCHO

B.- DISEÑO DE VIGAS Area de influencia de la viga Metrado de cargas Ancho de via Longitud de vereda Ancho de viga

Peso losa = Peso viga = Asfalto = Acera = Volado =

(A) = (c)= (b)= ( f )= Espesor de losa (E)= (g)= (m)= Separación de vigas (S)= (a)= E x (a + b + S/2 ) x 2.4 T/m³. = f x b x 2.4 T/m³. = 0.05 x A/2 x 2 Ton/m³. = 0.55 x 0.4 Ton/m³. = 0.10 x 2.4 Ton/m³. = Wd =

3.60 0.60 0.50 1.07 0.20 0.15 0.85 1.70 0.65 0.960 1.280 0.180 0.220 0.261 2.901

m. m. m. m. m. m. m. m. m.

Ton.

1-MOMENTO POR PESO PROPIO Número de diafragmas = 4 Peso propio Diafragma Wdiaf = 0.8 x 0.2 x S/2 x 2.4 = Momento total por carga muerta Md = Wdiafx(L/4+2xL/8)+WdxL²/8 = 2-MOMENTO POR SOBRECARGA Sobrecarga vehicular H20S16 por viga Ms/c=P/2*(9*L2/4-10,5*L+4,41)/L P= 4000 Kg. M s/c =M*(1+0,7/(s+b)) M s/c =

0.136 132.20

Ton-m

64.96

Ton-m

76.78

Ton-m

3-MOMENTO POR SOBRECARGA EQUIVALENTE por viga M eq=9*L/4+0,96*L*L/8

M eq =

43.94

Ton-m

4-CARGAS POR EJE TAMDEN M et =(L-1,2)*6/2

M et =

53.40

Ton-m

Ml

=

76.78

Ton-m

Mi

=

20.53

Ton-m

229.50

Ton-m

Tomando el mayor Momento ( Ml ) 5-MOMENTO POR IMPACTO I = 15,24 / ( L + 38 ) = 0.27 I < = 0.30, I = 0.27 Momento por impacto M i = i x M l

B1.- DISEÑO POR SERVICIO Verificacion del peralte M=Md+Ml+Mi Fy = F'c = Fc=0,4*F'c fy =0,4* fy r = fy / Fc

4,200 Kg/cm². 210 Kg/cm². 84 Kg/cm². 1,680 Kg/cm². 20 9.6609 0.3257 0.8914 126.67 cms.

n=2100000/(15000*(raiz(f'c))

k = n / (n+r) J = 1 - k/3 H=

d=raiz(2*M*100000/(F"c*k*j*b)) d= d
92.49

cms. 1

b = L/4 = b = 16 x E + 0,5 = b = 0,5 + S = b = mínimo valor

OK

4.75 3.70 2.20 2.20

B2.- DISEÑO POR ROTURA Mu =1,3 x ( Md + 1,67 x (Ml+Mi) )

Mu=

383.11

Ton-m

Area de acero b (cms) = d = H - 0,1 (cms) =

50.00 120.67

0.496252 W=(0,845-RAIZ(0,7182-1,695*Mu*100000/(0,9*F"c*b*d2)) W= 0.351248 As = w x f'c / fy x b x d As= 105.96 Ø 1"

cm².

21

varillas

B3.- VERIFICACION POR AGRIETAMIENTO Por paquetes Z = 2,300 Kg/cm² A = 2 x b x 10 / N Fs máx = 23,000 / ( 8.25 x A ^(1/3)) Fs = Mu / ( As x j x d ) 2042,90<3189,57

= = =

47.19 3,149.92 2,013.60 1 O,K

166.67 2,068.36 2,013.60 1

B4.- VERIFICACION POR CORTE POR PESO PROPIO Vd=Wd*L/2+W1*(1+0,75+0,5+0,75)

27.90

Ton.

POR SOBRECARGA HS 20 Vl=2,52(4*p*1+4*p*0,79+p*0,58)

19.81

Ton.

5.30

Ton.

DISEÑO POR ROTURA Vu =1,3(Vd+1,67*(Vl+Vi))

90.79

Ton.

Esfuerzo cortante nominal V"u=Vu/0,85*(b*d)

4.02

cms.

Esfuerzo cortante resis de concreto Vc=0,85*(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/Mu)

7.08

kg/cm²

POR IMPACTO

r=

0.021675 Vc>V"u

1

Av=2*0,71 S=Av*Fy/(Vu-Vc)*b

1.42 39

ACERO LATERAL A=0,1*As

As =

10.60

Ø 3 / 4"

4

cm². varillas

B5.- VERIFICACION POR FATIGA Mu= Fs max=M/(As*j*d) Fmin=Mmin/(As*j*d) Fs-Fmin= Valor admisible (Fa) 1635,36-0,36*Fmin= Fa>(Fs-Fmin)

229.50 2013.60 1159.88 853.71 1328.022951139 1

C.- DISEÑO DE LA LOSA METRADO DE CARGAS Peso propio (1m) x (e) x (2,4 T/m³) Asfalto (1m) x (0.05) x (2T/m³)

0.48 0.1 0.58

Md=Wd*s/10

0.17

Ml=(s+0,61)/9,74*P P=7,258 Momento positivo=0,8*Ml Momento Negativo=0,9*Ml

1.72 7.258 1.38 1.55

Momento por Impacto I=15,24/(S+38) I=<0,3

0.38 0.30 Menor valor

0.3

Momento positivo=I*M+ Momento negativo=I*M-

0.41 0.46

VERIFICACION DEL PERALTE d=raiz(2*M*/(Fc*j*k*100) d
5.82 1 14

cms

4.64 9.20

T-m cm².

4.74 1

cm².

DISEÑO POR ROTURA M+=1,3*(Md+1,67*(M+I)) As=(0,845-raiz(0,7182-1,695*Mu* 100000/(0,9*F':c*b*d))*F"c*b*d/Fy: verificando la cuantia minima As min=14*b*d/Fy As min
M-=1,3*(Md+1,67*(M+I)) As=(0,845-raiz(0,7182-1,695*Mu* 100000/(0,9*F':c*b*d))*F"c*b*d/Fy: verificando la cuantia minima As min=14*b*d/Fy As min
=

@

22

=

cms

5.13 10.28

T-m cm².

4.74 1

cm².

@

19

distancia 0.825 0.550 0.517 0.325 1.000 Md= 0.10 0.59 0.18

Momento 0.10 0.07 0.01 0.10 0.15 0.43

cms

D.- DISEÑO TRAMO EN VOLADIZO Momento por peso propio 0,35*0,15*2,4 0,25*0,2*2,4 0,25*0,05/2*2,4 Asf,(a*e) Branda 0,15

carga 0.126 0.120 0.015 0.312 0.150

x=distancia al sardinel rueda Ml=p*x/(0,8*x+1,143) Momento impacto = DISEÑO POR ROTURA As=

2.23 T-m 4.14

cm². cms

Ø 5/8" AGE

Usar fierro @

48

cms