1.2 .Hoja de Calculo Puente Viga Losa Diseno de Viga Configurado 14 Mayo 2014

SUPERESTRUCTURADISEO PUENTE VIGA LOSA CON EL ASSHTO LRFD

DATOS A LLENARRESULTADOS IMPORTANTES

Eje de ApoyoLuz del Puente =33.00Eje de Apoyo

16.5016.50

Pilar # 01

9

ELEVACION PUENTE

CARACTERISTICAS GENERALESSuper-estructura de concreto armado, de dos tramos simplemente apoyado

1.-GEOMETRICAS :

Luz del Puente :33.00mN de Vias :2.00mAncho de calzada :7.20mAncho de Vereda : 0.70mAncho Total :8.70m

SOBRECARGAS VEHICULARES:ASSHTO LRFD

Camin de Diseo :HL-93

Sobrecarga Distribuida:

Tandem de Diseo :

2.-MATERIALES:

CONCRETO ARMADO:ConcretoResistencia a la compresin :280Kg/cm2Modulo de Elasticidad :250998.00Kg/cm22509980000

Acero de refuerzoResistencia a la fluencia :4200Kg/cm2Modulo de Elasticidad :2100000Kg/cm2

PESO ESPECFICO DE LOS MATERIALES:

Concreto armado :2400Kg/m3Asfalto :2200Kg/m3

PESOS ADICIONALES:

Baranda :100Kg/mCarga peatonal: (Segn AASHTO - LRFD 3.6x10^-3 Mpa) :360Kg/m2

3.-DETERMINACION DE LA SECCIN TRANSVERSAL Y LONGITUDINAL

PREDIMENSIONAMIENTO DE LA VEREDA:

ANCHO DE VEREDA-Ancho mnimo de circulacin peatonal:0.6m-Colocacin de barandas:0.1mAncho total :0.7m OK !!PERALTE DE LA VEREDA (hacera)

hacera asumida :0.15m OK!!

-Carga muerta :Peso propio :360Kg/m2Acabados:100Kg/m2WD =460Kg/m2-Carga viva :Carga peatonal:WL =360Kg/m

Carga ltima :0.050.70

Wu=1256Kg/m=0.1256Kg/cm2H(acera)

0.20.50

En voladizoSe considera una Viga EquivalenteWuWu

0.50mL=1.00m

hacera =0.1249263183m

Tomaremos:h (acera) =15cm

NMERO Y SEPARACION DE VIGA LONGITUDINAL:

NMERO DE VIGAS:Por criterio estructural se planteo tres vigas longitudinales.

SEPARACIN ENTRE VIGAS: En la separacin de centro a centro de las vigas se tendra en consideracin de que el voladizo de la losa no sea mayor a la mitad de la separacin entre vigas.

Ancho total de la losa =3a=7.70

a/2aaa/2

S'=2.20

S =2.60m

a =2.5666666667mEscogemos un valor mayor a este por seguridad:a =2.60m

PREDIMENSIONAMIENTO DE LA VIGA LONGITUDINAL:

ALTURA DE VIGA:luz mayor entre los tramosL=Luz entre ejes de apoyo33.00m16.50mS1=Luz entre ejes de apoyo108.27ft54.13ft

Se tiene:

h1=0.065L (para puentes con pilares)h2Incrementar en 10% por ser elemento simplemente apoyado

h1=1.0725mh2=3.8581802275ft=1.18mTomar el mayor de h1 y h2hv

Se adoptara :hv=1.2m

ANCHO DEL ALMA DE LA VIGA:ANCHO EFECTIVO DEL ALA:bv

bv=0.400m( primer tanteo) Viga Exterior:L=33.00mt=0.2ms'=2.20mbw=0.40m

1-*4.125m2-*1.4m3-*0.66m

bf =1.964mviga interior:bfext =2.21segn el problema bfint=2.440

PREDIMENSIONAMIENTO DE LA LOSA:

Se el peralte mnimo segn AASHTO :

ts =S1+10S1 : espaciamiento interno entre caras de las vigas principales en pies:30S1=7.217847769ft

ts=0.573928259ftts=0.1749333333m

Too: Too:Se adoptara :ts=0.2
WinuE: Ingrese el espesor de losa conveniente m

PREDIMENSIONAMIENTO DE VIGAS DIAFRAGMA:

NMERO DE DIAFRAGMAS:Se colocara diafragma a cada tercio como mximo de luz del puente:

Espaciamiento:L=11m11m3

N de diafragmas =4

ANCHO DE LA VIGA DIAFRAGMA:ALTURA DE LA VIGA DIAFRAGMA:hd = hv-0.25

0.20 hfb hf (x - t/2) + bw (x - t)2=n As (d - x)2Donde:n=8As=88.1cm2b=196.4cm2bw=150.0cm2t=20.0mmd=102.1cm2

Resolviendo la ecuacin tenemos:x=23.6cmEl esfuerzo en el acero debe ser comparado con los esfuerzos permitidos para un control de fisuracin.Area de concreto con igual centroide que el refuerzo de traccin principal.

171

ys

ys=16.43cmdc

bw=150.00cm

Momento de Inercia de la seccin fisurada.

bE=196.4cm

120cmx =23.6cm2120

nAs

bw =150.0cm

SeccinAreayA ydy2A y2Icg A (cm2)cm(cm3)y - y1bh3/12139281453476185728E+3130.9E+32542298031.77E+3590.1E+0nAs694785445661554.272E+6-4470.1544565.002E+6131.5E+3

Momento de Inercia:IR= Icg+ A d2=131.5E+3+5.002E+6=5.134E+6cm4Irot=5.134E+6cm4

Esfuerzo en el acerofs=nM(d - x)=8206.210102.1-23.6Irot5.134E+6fs=2480.80kg/cm2

Calculo de fsafsa=Zdc A

Z=23000kg/cmCondiciones de exposicin severa

A=2ysbw=216.43150=283.3388762524cm2N17

fsa=23000=2047.87kg/cm25x283.34

fsa=2047.87kg/cm2f max=15.33Kg/cm2OK

-Clculo de deflexiones y contraflechas

Estado limite de servicio I

Mu=n1.00MDC+1.00MDW+1.00MLL + IM

a.Criterio de Deflexin por Carga Viva

Factor de Distribucin por deflexin

mg=NLNB

NL=N de carriles de diseoNB=N de vigas

mg=NL=1=0.5NB2

Se verifica con la carga de camin solo o con la carga distribuida ms 25% de la carga camin.Limite de Deflexin por carga viva.

LL+IML=25000=31.25mm800800

b.Propiedades de la seccin. Seccin transformada fisurada.

d pos =102.1cmx=23.6cmIrot=5.134E+6cm4

Seccin bruta o seccin sin fisurar.

bE=196.4cm

120cm

1202y

150.0cm

SeccinAreayA ydd2A d2Icg A (cm2)cm(cm3)y - y1bh3/1213928110432080-47.552260.878.881E+6130.9E+32150005075000012.45155.042.326E+612.5E+618928118208011.21E+612.63E+6

Centro de gravedad:y= A y=1.18E+06=62.5cm A 18928

Momento de Inercia:IR= Icg+ A d2=12.63E+6+11.21E+6=23.84E+6cm4

f'c=280Kg/cm2=28MPa

Ec=4800f'c=480028=25399.2125862201MPa=253992Kg/cm2

fr=0.63f'c=0.6328=3.33MPa=33.34Kg/cm2

Mrot =frIR=33.3423.84E+6=12724258kg-cm=127.24t-my62.5

c.Deflexin estimada por carga viva.

MTr =168.31t-mMomento por carga caminMDC =188.03t-mMomento por carga muertaMDW =14.90t-mMomento por superficie de rodadura

Ma=MDC+MDW+mgMLL (1+IM)Ma=188.03+14.90+0.5168.311.15=299.70t-m

Momento Efectivo de Inercia

Ie=Mrot IR+1-Mrot xIrotMaMa

Mrot =127.24=0.0765Ma299.70

Ie=0.076523.84E+6+1-0.07655.134E+6=6.565E+6cm4

EI=EcIe=2539926.565E+6=1.667E+12kg-cm2

Calculo de la deflexin por carga caminUbicando el camin de diseo en la posicin para momento mximoSe conoce:X=P b x(L2 - b2 - x2)x < a6 Ec Ie LPx

ab

L

Ubicando el camin de diseo en la posicin para momento mximoCL14.78t14.78t3.57t14.78KNR14.78KN3.57KN0.730.738.9274.304.307.4738.9274.304.307.473

25.0025.00

Para:P =14780kgx=1177.3cma=1607.3cm, b=892.7cm

4.20X1=14780892.71177.32500-892.7-1177.33.9561.67E+1225006.23

X1=2.5258393053cm=25.26mmMmax=14.78x4.20+14.78x6.23+3.57x3.95Mmax=168KN-mPara:P =14780kgx=1322.7cma=1322.7cmb=1177.3cm

X2=147801177.31322.72500-1177.3-1322.761.67E+122500

X2=2.865812958cm=28.66mm

Para:P =3570kgx=1322.7cma=1752.7cmb=747.3cm

X3=3570747.31322.72500-747.3-1322.761.67E+122500

X3=0.56cm=5.56mm

Deflexin estimada de LL + IMCon un carril de trafico apoyada sobre 2 vigas,cada viga carga solamente la mitad de la carga de carril, incluyendo impacto, la deflexin por carga viva es:LL+IM =mgX1+X2+X31+IMLL+IM =0.525.26+28.66+5.561.15LL+IM =34.20mm>31.25mmRECALCULAR

d.Deflexin por carga muerta

Cargas Muertas

wDC =2.41t/mwDW =0.19t/mwD =2.60t/m=

Ma=1wDL2=12.6025.00=202.93t-m88

Deflexin instantanea.

D=5wDL4384EcIe

Donde:

Ie=Mrot IR+1-Mrot xIrotMomento Efectivo de InerciaMaMa

Mrot = 127.24t-mIR=23.84E+6cm4Momento de Inercia de la seccin bruta o seccin sin fisurar.Irot=5.134E+6cm4Momento de Inercia de la seccin fisurada.Ec=253992kg/cm2Modulo de Elasticidad del concreto

Remplazando

Ie=Mrot =127.24=0.2465Ma202.93

Ie=0.24723.84E+6+1-0.24655.134E+6=9.745E+6cm4

EI=EcIe=2539929.745E+6=2.48E+12kg-cm2

Luego:D=525.972500=5.34cm=53.38mm3842.48E+12

La deflexin instantanea es multiplicada por un factor de deformaciones diferidas para obtener una deflexin a largo plazo.=3-1.2A's1.6As

Para:A's=0cm2As=88.15cm2A's=51=5.10cm2=510mm2A's=25.5cm2=3.0-1.20=388

Contraflecha:35.3=16.0cm=160.1mm

Contraflecha=160.1mm

11.-INVESTIGANDO EL ESTADO LIMITE DE RESISTENCIA

Estado limite de resistencia I

Mu=n1.25MDC+1.50MDW+1.75MLL + IM

ENVOLVENTE DE MOMENTOS PARA L = 25m EN UNA VIGA T (Tn-m)SERVICIOLugarPosicinDCDWMCV+ IMMuMu(m)(Tn-m)(Tn-m)(Tn-m)(Tn-m)(t-m)0.0 L0.000.000.000.000.000.000.1 L2.5067.695.3685.42230.03158.470.2 L5.00120.349.54149.76405.46279.630.3 L7.50157.9412.52193.03526.31363.490.4 L10.00180.5014.30215.24592.56410.050.5 L12.50188.0314.90224.03616.96426.95

ENVOLVENTE DE CORTANTES PARA L = 25m EN UNA VIGA T (t)

LugarPosicinDCDWVCV+ IMVu(m)(Tn)(Tn)(Tn)(Tn)0.0 L0.0030.082.3838.38102.930.1 L2.5027.082.1534.1792.010.2 L5.0024.071.9129.9581.090.3 L7.5021.061.6725.7470.170.4 L10.0018.051.4321.5259.260.5 L12.5015.041.1917.3148.34

*Flexin

Diseo por Factores de Carga y ResistenciaMu=0.951.25MDC+1.50MDW+1.75MLL + IMMu=0.951.25188.03+1.5014.90+1.753.23Mu=249.25Tn-mEste valor es comparable con el valor de 699.43 t-m que encontramos en la tabla de envolventes

Resistencia de comprobacin provisto por barras seleccionadas para el control de rotura

bE=196.4cm

20cm

d pos=102.1cm120cm

As=1711=5.10cm2

150.0cm

Asumiendo a < ts=20cm

f'c=280Kg/cm2=28MPafy=4200Kg/cm2=420MPa

a =As fy=88.74200=7.97cm0.85 f'c bE0.85280196.4 Mu = As fy d-a=0.988.74200102.07-7.9722

Mu =328.94Tn-m>Mu=249.25Tn-mOK

Limites de reforzamiento1=0.85

Mximo refuerzo en traccin:c0.42d

Mnimo refuerzo en traccin:Mu1.2 Mcro=As>min =0.03f'cAgfy

Entonces:c=a / 1=7.97/0.85=0.0918833111.2127.24=152.69Tn-mOK

min =0.03f'c=0.03280=0.0020fy4200a =5.98

=As=88.7=0.0046872498>minOKAs =66.55Ag20196.4+150.0100

As=MVariacin de la armadura en la viga en secciones tomadas a cada 1/10 de la luz del puenteUsando barras de:1=5.10cm2

SERVICIOLugarPosicinMuKumMinAsRefuerzoa45cm1/[email protected]

ASdist=3.26+1.8202380952=5.08cm2/mEspaciamiento para barra de:1/2=1.29cm2S =1.29100=25.39cm1/[email protected]

As(-)=6.10+1.8202380952=7.92cm2/mEspaciamiento para barra de:1/2=1.29cm2S =1.29100=16.28cm1/[email protected]

As(+)=4.87+1.8202380952=6.69cm2/mEspaciamiento para barra de:1/2=1.29cm2S =1.29100=19.29cm1/[email protected]

DISEO DEL VOLADOCorreccin del momento a la cara exterior del apoyo 1. Volado de losaMvolado=-1/2wDC0.85-0.2Mvolado=-1/20.480.65=-0.10t-m

2. VeredaMw1=-w10.650.325+0.60-0.2Mw1=-0.360.650.73=-0.17t-m

3. BarandaMb=-Pb1.15-0.2Mb=-0.100.95=-0.10t-m

4. AsfaltoMDW=-1/2wDW0.60-0.2MDW=-1/20.100.40=-0.01t-m

5. Carga peatonalMPL=-wPL0.650.325+0.60-0.2MPL=-0.360.650.725=-0.17t-m

6. Carga viva vehicularMLL=-w0.30-0.2MLL=-6.390.100=-0.64t-m

Momento en la cara exterior del apoyoM-u(1)=0.951.25-0.366+1.50-0.008+1.751.33-0.809=-2.23t-m

Segn los resultados obtenidos, el momento negativo en la cara exterior del apoyo es menor que el momento negativo en la cara interior del apoyo; por lo cual el acero negativo sera aquel calculado para la cara interior del apoyo.

DISEO DE LA VEREDA

0.100.600.05

0.360t/m0.760t0.150.20

El anlisis se har para 1.00m de fondo de vereda.VeredaswDC =2.40x0.15x1.00=0.360t/m

BarandasPb=0.100t/m(asumido)

Carga peatonalwPL=0.360t/m(segn AASHTO LRFD)

Fuerza en sardinelFsardinel=0.760t(segn AASHTO LRFD)

Calculo de los momentos actuantes en la vereda1. VeredaMDC=1/2wDC0.65MDC=1/20.3600.65=0.08t-m

2. BarandaMb=Pb0.50+0.05Mb=0.100.55=0.06t-m

3. Carga peatonalMPL=wPL0.600.30+0.05MPL=0.360.600.350=0.08t-m

4. Fuerza en sardinelMsardinel =Fsardinel0.15Msardinel =0.7600.15=0.11t-m

EVALUACION DEL ESTADO LIMITE DE RESISTENCIA Mu=n1.25MDL+1.50MDW+1.75MLL + IM

Mu=0.951.250.13+1.500.00+1.751.330.19=0.57t-m

CALCULO DEL REFUERZOConsideraciones iniciales.f'c =210Kg/cm2fy =4200Kg/cm2

Recubrimientos:Capa Superior2.5cmCapa Inferior2.5cm

Peralte efectivo para barra de:1=2.54cm

Refuerzo positivo:d+=15-2.5-1/22.54=11.23cm

Refuerzo negativo:d-=15-2.5-1/22.54=11.23cm

Refuerzo Principal1. Reforzamiento en momentos positivosd+ =11.23cmMu=0.57t-m

Ku=Mu=0.5710=5.05bd20.9010011.23

m=fy=4200=23.530.85f'c0.85210

=11-1-2mKu=11-1-223.535.05mfy23.534200

=0.0012

Refuerzo MnimoMin=0.03f'c=0.03210=0.0015>0.0012USAR CUANTIA MINIMAfy4200

As=bd=0.00210011.23=1.68cm2

a=As fy=1.684200=0.400.0001USAR CUANTIA MINIMAfy4200

As=bd=0.001510016.23=2.43cm2

a=As fy=2.434200=0.57MAX =0.026radRECALCULAR

7COMPRESION Y ROTACION COMBINADASe debe disear los apoyos para evitar el levantamiento de cualquier punto del apoyo y para prevenirun excesivo esfuerzo de compresin sobre un borde bajo cualquier combinacin de cargas y rotacin correspondiente.

Verificacin por levantamiento.Los requerimientos de levantamiento para apoyos rectangulares se pueden satisfacer con las siguientes condiciones :

S >UPMIN =1.0G SS Bnhri Donde:S =Rotacin de diseo =0.045radn =Nmero de capas interiores de elastmeros =4B =Longitud en direccin de la rotacin =175mm1.20Criterio de levantamientoG =Mdulo de corte =0.95Criterio de corteS =Factor de forma =6hri =Espesor de la capa i-sima de elastmero =10.0mm

UPMIN =1.01.2060.045175=25.4370218178MPa410.0

UPMIN =25.44MPa>S =10.48MPaNO PASA

Debido a que el criterio de levantamiento no se satisface hay que redisear el apoyo.Para:L =235mmW =450mmhri =15mmEspesor de cada capa interiorn =5N de capas Interiores

S =5.1459854015S =6.94MPa0.0007USAR CUANTIA MINIMAfy4200

As=bd=0.001510049.89=7.48cm2

Espaciamiento para barra de:5/8=2.00cm2S =2.00100=26.73cm7.48

Nbarras =3.7Usar: 5/8@25cm

3. Refuerzo vertical (cara exterior)Asmin =Minbd=0.001510071.23=10.68cm2



4. Refuerzo horizontal Ast =t bt d

=0.0020Para: 5/8" y fy 4200 kg/cm2

=0.0025Otros casos, zonas de alto riesgo sismico

Si el espesor del muro es 25cm, entonces usar refuerzo en dos capas

Acero total =0.00201008,0.00=1,6.00cm2

Cara exterior2/3Acero total =1,0.67cm2



Cara interior1/3Acero total =5.33cm2



5.3 Diseo del parapetoPeralte efectivo para barra de:1=2.54cm

Refuerzo interiord=30-5.0-1/22.54=23.73cm

1. Refuerzo vertical (cara interior)d =23.73cmMu =0.74t-m

Ku=Mu=0.7410=1.47bd20.9010023.73

m=fy=4200=23.530.85f'c0.85210

=11-1-2mKu=11-1-223.531.47mfy23.534200

=0.0004


As=bd=0.001510023.73=3.56cm2







Ast =0.00201003,0.00=6.00cm2



5.4 Diseo del taln de la zapataPeralte efectivo para barra de:1=2.54cm


1. Refuerzo Principald =91.23cmMu =5.26t-m

Ku=Mu=5.2610=0.70bd20.9010091.23

m=fy=4200=23.530.85f'c0.85210

=11-1-2mKu=11-1-223.530.70mfy23.534200

=0.0002


As=bd=0.00210091.23=13.68cm2



2. Refuerzo transversalAst =t bt d

Ast =0.00201001,00.0=2,0.00cm2



5.5 Diseo del pie de la zapataPeralte efectivo para barra de:1=2.54cm



Ku=Mu=35.9810=4.80bd20.9010091.23

m=fy=4200=23.530.85f'c0.85210

=11-1-2mKu=11-1-223.534.80mfy23.534200

=0.0012


As=bd=0.001510091.23=13.68cm2




Ast =0.00201001,00.0=2,0.00cm2



DISTRIBUCION FINAL DE LA ARMADURA

5/8@25cm5/8@25cm1/2@25cm

1/2@20cm3/4@25cm1@15cm5/8@25cm5/8@15cm

3/4@20cmLcorte=5.253/4@15cm

3/4@15cm3/4@15cm

Fuerza sismica (EQ)Fuerza sismica debida a efectos inerciales del muroPeso del estribo =70.14t(Incluye peso del terreno)Momento estribo =250.53t-mPunto de aplicacin de la resultante:Zh =250.53=3.57m70.14Coeficiente de aceleracin horizontalKh =A / 2=0.15Fuerza sismica horizontal debida al peso del estriboEQ =0.1570.14=10.52ty =3.57m

Fuerza sismica producida por la superestructura

0.100.600.053.600.050.60

0.150.200.15Ycg0.151.20zZ

0.450.60.402.000.400.60.45

1.252.401.25

SECCION TRANSVERSAL

z =4.000.201.1+20.401.000.5+20.650.151.2754.000.20+20.401.00+20.650.15

z =0.8516016713m

No se considera la influencia de las vigas diafragmas en la posicin del centro de gravedad de la seccin.

Peso de la superestructura =1.41t/m

Fuerza sismica horizontal proveniente de la superestructuraEQ =0.301.41=0.42ty =8.65m

Subpresin del agua (WA)WA =1.005.703.50=19.95tx =2.85m

Efecto de viento sobre la estructura (WS)velocidad del viento=90km/h(Asumido)

Presin horizontal sobre la estructuraP =PB (VZ / 100)2P =153.090=123.93kg/m2100

Carga de viento por metro de estriboWS =123.9312.52.10=0.33t/my =8.85m9.78

Efecto de viento sobre la carga viva (WL)WL =123.9312.52.20=0.35t/my =10.80m9.78

1254412544(11)2222(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)24412441254422(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)22(11)(11)(11)(11)(11)(11)22(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)2441241(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)252525252512544244244244(11)(11)(11)(11)21

Hoja1MOMENTOS POR CARGA VIVASOBRECARGA VEHICULAR

A) Camion de DiseoHS-20Los efectos maximos sobre el puente se dan en la posicion mostrada.Camin de Diseo :HSCL

14.78tn14.78tn3.57tn4.34.3Resultante33.13Tn8.933.570.734.37.47X2.8450347117mRA17.52906TnMmax=168.3113369179Tn-mRB15.60094TnL=25Mmax=168.3113369179Tn-m

Analisis estructural para la situacion anterior:

Carga Equivalente:

RA=17.53TnRB =15.60Tn

168.31Tn-m

RESULTADOSREACCION A17.53TnREACCION B15.60TnM max168.3113369179Tn-m

B) Tamdem de DiseoCL11.2111.21Resultante22.42Tn1.2X0.6m11.60.90.312.2RA11.47904TnMax=133.479712Tn-mRB10.94096TnMax=133.479712Tn-m

L=25m

Analisis estructural para siruacion anterior:

RB=10.94TnRA=11.48Tn133.48Tn-m


C) Carga distribuida

W(tn/m)0.97Tn


MCV + IM = GextMmax( Tamdem o camion )1+IM+Mmax(distribuida)100

Por lo tanto el Momento mximo de sobrecarga vehicular por via aplicando la formula anterior sera:Vigas ExterioresM CV+ IM =0.970168.31xERROR:#REF!+75.78=ERROR:#REF!Tn-mMCV+ IM =ERROR:#REF!

ALETAS

DISEO DE ALAS DE ESTRIBOS

1DIMENSIONAMIENTOCalculadoRedondeadoH =Altura total del estribo=9.00 m
Edwar Vega Milla: De las caracterisitcas del terreno9.00 mminmaxB =Base del estribo(0.4H, 0.7H)=4.95 m5.20 m
Edwar Vega Milla: Redondear manualmente3.60 m6.30 mhz =Altura de zapata(H/12,H/10)=0.83 m1.00 m
Edwar Vega Milla: Redondear manualmente0.75 m0.90 mh =Nivel de profundidad de la zapata=3.50 m
Edwar Vega Milla: De las caracterisitcas del terreno3.50 mha =Nivel mximo de aguas=2.24 m
Edwar Vega Milla: Del estudio hidrologico2.24 mhviga =Altura total de viga=1.20 m
Edwar Vega Milla: Del diseo de la superestructura1.20 me =Espesor del alastmero=0.10 m
Edwar Vega Milla: Del diseo de la superestructura0.10 mhparapeto =Atura del parapeto=1.30 m1.30 mbparapeto =Espesor del parapeto=0.25 m
Edwar Vega Milla: Insertar valor segn criterio0.25 mtinf. =(H/12,H/10)=0.83 m0.80 m0.75 m0.90 mtsup. =(mn)=0.30 m
Edwar Vega Milla: Insertar valor segn criterio0.30 mL =Longitud del pie del estribo(B/3)=1.65 m1.65 m
Edwar Vega Milla: Redondear manualmenteNmin. =Long. de la cajuela a la linea central del apoyo=0.24 m-N ==0.49 m0.75 mDonde:N =(200+0.0017L+0.0067H)(1+0.000125S2)L =Longitud del tablero=25000 mmH =0.00mm(puentes simplemente apoyados)S =Desviacin del apoyo medido desde la lnea normal al tramo (en grados)=0.00

2.750.30

9.002.248.00BL =3.26

1.653.500.801.00

5.20

2DEFINICION DE CARGASConsideraciones inicialesPeso especifico del rellenor=1.80t/m3Peso especifico del concretoc=2.40t/m3Concretof'c=210kg/cm2Acerofy=4200kg/cm2Angulo de friccin interno =35.6Ancho del alaA=6.25m

q

EV

1LSH4

EHLSV2

3a

min mx

Presin estatica del sueloCalculo del coeficiente para el empuje activo - Teora de CoulombKA =Sen2 ( + )Sen2 Sen ( - )1+Sen ( + ) Sen ( - )Sen ( - ) Sen ( + )

Donde: =Angulo de friccin interna del relleno=35.6 =Angulo de friccin y adherencia para diferentes materiales =17.8 =Angulo del talud de tierra con la horizontal=0.0 =Angulo de la cara superior de la pared con la vertical =90.0

KA =0.240

Empuje activo - Teora de CoulombE =1/2r KA H2=1/21.800.2409.00=17.50t/mEH =17.50ty =3.00m

Calculo del coeficiente para la fuerza de diseo sismicoCoeficiente de aceleracinA =0.30Coeficiente de sitioS =1.20

Calculo del coeficiente para el empuje de tierras con sismo - Mononobe OkabeKh =0.15Coeficiente sismico horizontal (A/2)Kv =0.00Coeficiente sismico vertical (0.00 a 0.05)

KAE =Cos2 ( - - )Cos Cos2 Cos ( + + )1+Sen ( + ) Sen ( - - )Cos ( + + ) Cos ( - )

Donde: =Angulo de friccin interna del relleno=35.6 =Angulo de friccin y adherencia para diferentes materiales =17.8 =Angulo del talud de tierra con la horizontal=0.0 =arc tan Kh/(1-Kv)=8.5 =Angulo entre la pared interior del muro y la vertical=0.0

KAE =0.3332416211

Empuje de tierras con sismo - Mononobe OkabeEAE =1/2r KAE H2 (1 - Kv)=1/21.800.3339.001-0.00EAE =24.29t/mEAE=6.79tEHe =6.79ty =5.40m

Carga viva superficial (LS)wL =heq r =0.761.80=1.37t/m2

LSH =KA wL H =0.2401.379.00=2.96t/my =4.50m

LSV =wL (ancho de taln)=1.372.75=3.76t/mx =3.83m

Peso propio del muro (DC)

BloqueAnchoAltopeVnBrazoMomento(m)(m)(t/m3)(t)(m)(t-m)10.308.002.405.762.3013.2520.508.002.404.801.989.5235.201.002.4012.482.6032.45

23.0455.22

Peso del suelo de relleno (EV)

BloqueAnchoAltopeVnBrazoMomento(m)(m)(t/m3)(t)(m)(t-m)42.758.001.8039.603.83151.4739.60151.47

Combinaciones de cargas

EstadoDCDWESEHEVLL, BR LS, PLEQnRESISTENCIA 10.901.501.351.750.95RESISTENCIA 1a0.901.501.351.750.95RESISTENCIA 1b1.251.501.351.750.95RESISTENCIA 1c1.251.501.351.750.95EV. EXTREMO 10.901.501.350.501.05EV. EXTREMO 1a0.901.501.350.501.05EV. EXTREMO 1b1.251.501.350.501.05EV. EXTREMO 1c1.251.501.350.501.05

Resumen de Cargas no factoradasCargas VerticalesCargas Horizontales

ItemVnBrazoMomentoItemHnBrazoMomento(t)(m)(t-m)(t)(m)(t-m)DC23.0455.22BREV39.60151.47EQDCLSH 2.964.5013.30DWEH 17.503.0052.51LLEHe 6.795.4036.67LSV 3.763.8314.39PL

3VERIFICACION DE ESTABILIDAD Y SEGURIDADConsideraciones inicialesFactor de seguridad al deslizamiento FSD=1.50Factor de seguridad al volteo FSV=2.00Coeficiente de friccin entre el muro y el suelo=0.60Capacidad portante del sueloGt=3.53kg/cm2

Cargas de DiseoCargas Verticales Fv (t)

EstadoDCDWLLPLEVLSV FvRESISTENCIA 120.7453.466.5880.78RESISTENCIA 1a20.7453.466.5880.78RESISTENCIA 1b28.8053.466.5888.84RESISTENCIA 1c28.8053.466.5888.84EV. EXTREMO 120.7453.461.8876.08EV. EXTREMO 1a20.7453.461.8876.08EV. EXTREMO 1b28.8053.461.8884.14EV. EXTREMO 1c28.8053.461.8884.14

Momentos debidos a Cargas Verticales Mv (t.m)

EstadoDCDWLLPLEVLSV MvRESISTENCIA 149.69204.484525.18279.36RESISTENCIA 1a49.69204.484525.18279.36RESISTENCIA 1b69.02204.484525.18298.69RESISTENCIA 1c69.02204.484525.18298.69EV. EXTREMO 149.69204.48457.19261.37EV. EXTREMO 1a49.69204.48457.19261.37EV. EXTREMO 1b69.02204.48457.19280.70EV. EXTREMO 1c69.02204.48457.19280.70

Cargas Horizontales Fh (t)

EstadoEHLSH BREQFhRESISTENCIA 126.255.1731.43RESISTENCIA 1a26.255.1731.43RESISTENCIA 1b26.255.1731.43RESISTENCIA 1c26.255.1731.43EV. EXTREMO 110.191.4811.66EV. EXTREMO 1a10.191.4811.66EV. EXTREMO 1b10.191.4811.66EV. EXTREMO 1c10.191.4811.66

Momentos debidos a Cargas Horizontales Mh (t.m)

EstadoEHLSH BREQMhRESISTENCIA 178.7623.28102.04RESISTENCIA 1a78.7623.28102.04RESISTENCIA 1b78.7623.28102.04RESISTENCIA 1c78.7623.28102.04EV. EXTREMO 155.006.6561.65EV. EXTREMO 1a55.006.6561.65EV. EXTREMO 1b55.006.6561.65EV. EXTREMO 1c55.006.6561.65

Estabilidad al volteo o excentricidadEstabilidad al volteo o excentricidadDonde:Donde:FSV =Mv2.00Xo =Mv - Mhe =B/2 - Xoemx =B/4MhFv

EstadoMvMhMv/MhEstadoFvFhMvMhXoeemxRESISTENCIA 1279.36102.042.74OKRESISTENCIA 180.7831.43279.36102.042.19507466260.40492533741.300OKRESISTENCIA 1a279.36102.042.74OKRESISTENCIA 1a80.7831.43279.36102.042.19507466260.40492533741.300OKRESISTENCIA 1b298.69102.042.93OKRESISTENCIA 1b88.8431.43298.69102.042.2133598260.3866401741.300OKRESISTENCIA 1c298.69102.042.93OKRESISTENCIA 1c88.8431.43298.69102.042.2133598260.3866401741.300OKEV. EXTREMO 1261.3761.654.24OKEV. EXTREMO 176.0811.66261.3761.652.6252706292-0.02527062921.300OKEV. EXTREMO 1a261.3761.654.24OKEV. EXTREMO 1a76.0811.66261.3761.652.6252706292-0.02527062921.300OKEV. EXTREMO 1b280.7061.654.55OKEV. EXTREMO 1b84.1411.66280.7061.652.6033481139-0.00334811391.300OKEV. EXTREMO 1c280.7061.654.55OKEV. EXTREMO 1c84.1411.66280.7061.652.6033481139-0.00334811391.300OK

Estabilidad al deslizamientoEstabilidad al deslizamientoDonde:FSD = Fv1.50s =0.94Fh

EstadoFvFhFv/FhEstadoFvfFrsFrFhRESISTENCIA 180.780.6031.431.54OKRESISTENCIA 180.780.321064875525.93546011240.9424.379332505631.43FALSORESISTENCIA 1a80.780.6031.431.54OKRESISTENCIA 1a80.780.321064875525.93546011240.9424.379332505631.43FALSORESISTENCIA 1b88.840.6031.431.70OKRESISTENCIA 1b88.840.321064875528.52452726860.9426.813055632531.43FALSORESISTENCIA 1c88.840.6031.431.70OKRESISTENCIA 1c88.840.321064875528.52452726860.9426.813055632531.43FALSOEV. EXTREMO 176.080.6011.663.91OKEV. EXTREMO 176.080.321064875524.42565253520.9422.960113383111.66OKEV. EXTREMO 1a76.080.6011.663.91OKEV. EXTREMO 1a76.080.321064875524.42565253520.9422.960113383111.66OKEV. EXTREMO 1b84.140.6011.664.33OKEV. EXTREMO 1b84.140.321064875527.01471969140.9425.393836509911.66OKEV. EXTREMO 1c84.140.6011.664.33OKEV. EXTREMO 1c84.140.321064875527.01471969140.9425.393836509911.66OK

Presiones sobre el sueloB/2

eXo

Fv

TALONPIE

min

mx

Donde:Xo =Mv - MhFv

e =B/2 - Xoemx =B/6

EstadoXoeemxqmaxqminRESISTENCIA 12.200.4050.867OK22.79OK8.28OKRESISTENCIA 1a2.200.4050.867OK22.79OK8.28OKRESISTENCIA 1b2.210.3870.867OK24.71OK9.46OKRESISTENCIA 1c2.210.3870.867OK24.71OK9.46OKEV. EXTREMO 12.63-0.0250.867OK14.20OK15.06OKEV. EXTREMO 1a2.63-0.0250.867OK14.20OK15.06OKEV. EXTREMO 1b2.60-0.0030.867OK16.12OK16.24OKEV. EXTREMO 1c2.60-0.0030.867OK16.12OK16.24OK

4ANALISIS ESTRUCTURAL4.1 Calculo del cortante y momento de diseo en la base de la pantalla

q

MparapetoVparapetoy

tyM/2LSH

EH

VdMD.M.F.D.F.C.a

min mx

h =8.00m




LSH =KA wL H =0.2401.378.00=2.63t/my =4.00m

Cortante Vd (t)

EstadoEHLSH BREQnVdRESISTENCIA 120.744.6024.08RESISTENCIA 1a20.744.6024.08RESISTENCIA 1b20.744.6024.08RESISTENCIA 1c20.744.6024.08EV. EXTREMO 18.051.319.83EV. EXTREMO 1a8.051.319.83EV. EXTREMO 1b8.051.319.83EV. EXTREMO 1c8.051.319.83

Momento M (t.m) Mximo

EstadoEHLSH BREQnMRESISTENCIA 155.3218.3970.03RESISTENCIA 1a55.3218.3970.03RESISTENCIA 1b55.3218.3970.03RESISTENCIA 1c55.3218.3970.03EV. EXTREMO 138.635.2646.08EV. EXTREMO 1a38.635.2646.08EV. EXTREMO 1b38.635.2646.08EV. EXTREMO 1c38.635.2646.08

Altura de corte para M/2 Mu = d2 fc k j by =3.772ty =0.54mfc =0.4 f'c=84kg/cm2=840t/m2Mu =70.03t.mfs =0.4 fy=1680kg/cm2=16800t/m2Mu/2=35.02t.mOKn =Es / Ec=1010k =n / (n + fs/fc)=0.32571203240.3257120324Empuje activo - Teora de Coulombj =1 - k/3=0.89142932250.8914293225E =1/2r KA H2=1/21.800.2403.77=3.08t/mb =100cm=100cm1.00mEH =3.08ty =1.26m



LSH =KA wL H =0.2401.373.77=1.24t/my =1.89m

Momento M/2 (t.m)

EstadoEHLSH BREQnM/2RESISTENCIA 15.814.099.41RESISTENCIA 1a5.814.099.41RESISTENCIA 1b5.814.099.41RESISTENCIA 1c5.814.099.41EV. EXTREMO 14.061.175.49EV. EXTREMO 1a4.061.175.49EV. EXTREMO 1b4.061.175.49EV. EXTREMO 1c4.061.175.49

4.2 Calculo del cortante y momento de diseo en la base del parapetoh =1.30m




LSH =KA wL H =0.2401.371.30=0.43t/my =0.65m

Cortante Vdparapeto (t)

EstadoEHLSH BRnVdRESISTENCIA 10.540.741.22RESISTENCIA 1a0.540.741.22RESISTENCIA 1b0.540.741.22RESISTENCIA 1c0.540.741.22EV. EXTREMO 10.210.210.44EV. EXTREMO 1a0.210.210.44EV. EXTREMO 1b0.210.210.44EV. EXTREMO 1c0.210.210.44

Momento Mparapeto (t.m) Mximo

EstadoEHLSH BRnMRESISTENCIA 10.230.480.68RESISTENCIA 1a0.230.480.68RESISTENCIA 1b0.230.480.68RESISTENCIA 1c0.230.480.68EV. EXTREMO 10.160.140.32EV. EXTREMO 1a0.160.140.32EV. EXTREMO 1b0.160.140.32EV. EXTREMO 1c0.160.140.32

4.3 Calculo de cortante y momento en el taln de la zapata

2.750.801.65

DC, EV, LSV

TALON12PIE1.00

min

1 mxQ2Q

5.20

Peso propio del taln de la zapata (DC) DC =2.751.002.40=6.60t/mx =1.38m


LSV =wL (ancho de taln)=1.372.75=3.76t/mx =1.38m

Peso del suelo de relleno (EV)EV =2.758.001.80=3,9.60t/mx =1.38m

Cortante Vd (t)

EstadoV1DCLSVEVQ1Q2nVdRESISTENCIA 115.95-5.94-6.58-53.4630.7314.25-19.96RESISTENCIA 1a15.95-5.94-6.58-53.4630.7314.25-19.96RESISTENCIA 1b17.53-8.25-6.58-53.4635.1314.96-17.29RESISTENCIA 1c17.53-8.25-6.58-53.4635.1314.96-17.29EV. EXTREMO 114.61-5.94-1.88-53.4655.90-0.84-6.53EV. EXTREMO 1a14.61-5.94-1.88-53.4655.90-0.84-6.53EV. EXTREMO 1b16.18-8.25-1.88-53.4660.30-0.12-3.58EV. EXTREMO 1c16.18-8.25-1.88-53.4660.30-0.12-3.58

Momento M (t) Mximo

EstadoV1DCLSVEVQ1Q2nMdRESISTENCIA 115.95-8.17-9.05-73.542.2513.06-33.65RESISTENCIA 1a15.95-8.17-9.05-73.542.2513.06-33.65RESISTENCIA 1b17.53-11.34-9.05-73.548.3113.72-30.29RESISTENCIA 1c17.53-11.34-9.05-73.548.3113.72-30.29EV. EXTREMO 114.61-8.17-2.59-73.576.86-0.77-8.58EV. EXTREMO 1a14.61-8.17-2.59-73.576.86-0.77-8.58EV. EXTREMO 1b16.18-11.34-2.59-73.582.92-0.11-4.86EV. EXTREMO 1c16.18-11.34-2.59-73.582.92-0.11-4.86

4.4 Calculo de cortante y momento en el pie de la zapata

Peso propio del pie de la zapata (DC) DC =1.651.002.40=3.96x =0.83m

Cortante Vd (t)

EstadoV2DCQ1Q2nVdRESISTENCIA 118.19-3.5640.515.1339.97RESISTENCIA 1a18.19-3.5640.515.1339.97RESISTENCIA 1b19.87-4.9544.265.3942.46RESISTENCIA 1c19.87-4.9544.265.3942.46EV. EXTREMO 114.47-3.5632.24-0.3029.79EV. EXTREMO 1a14.47-3.5632.24-0.3029.79EV. EXTREMO 1b16.16-4.9535.99-0.0432.55EV. EXTREMO 1c16.16-4.9535.99-0.0432.55

Momento M (t) Mximo

EstadoV2DCQ1Q2nMdRESISTENCIA 118.19-2.9433.425.6434.32RESISTENCIA 1a18.19-2.9433.425.6434.32RESISTENCIA 1b19.87-4.0836.525.9336.44RESISTENCIA 1c19.87-4.0836.525.9336.44EV. EXTREMO 114.47-2.9426.60-0.3324.49EV. EXTREMO 1a14.47-2.9426.60-0.3324.49EV. EXTREMO 1b16.16-4.0829.69-0.0526.84EV. EXTREMO 1c16.16-4.0829.69-0.0526.84

5DISEO ESTRUCTURAL5.1 Consideraciones inicialesConcretof'c =210kg/cm2Acerofy =4200kg/cm2

Recubrimientos:Contacto directo con el suelo7.5cmExterior diferente al anterior5.0cm

Factores de resistenciaFlexin =0.90Corte =0.90

5.2 Diseo de la PantallaPeralte efectivo para barra de:1=2.54cm


1. Refuerzo vertical (cara interior)d =71.23cmMu =70.03t-m

Ku=Mu=70.0310=15.34bd20.9010071.23

m=fy=4200=23.530.85f'c0.85210

=11-1-2mKu=11-1-223.5315.34mfy23.534200

=0.0038

Refuerzo MnimoMin=0.03f'c=0.03210=0.00150.0012USAR CUANTIA MINIMAfy4200

As=bd=0.001510045.14=6.77cm2







=0.0020Para: 5/8" y fy 4200 kg/cm2

=0.0025Otros casos, zonas de alto riesgo sismico

Si el espesor del muro es 25cm, entonces usar refuerzo en dos capas

Acero total =0.00201008,0.00=1,6.00cm2

Cara exterior2/3Acero total =1,0.67cm2



Cara interior1/3Acero total =5.33cm2



5.3 Diseo del taln de la zapataPeralte efectivo para barra de:1=2.54cm


1. Refuerzo Principald =91.23cmMu =-4.86t-m

Ku=Mu=4.8610=0.65bd20.9010091.23

m=fy=4200=23.530.85f'c0.85210

=11-1-2mKu=11-1-223.530.65mfy23.534200

=0.0002


As=bd=0.00210091.23=13.68cm2




Ast =0.00201001,00.0=2,0.00cm2



5.4 Diseo del pie de la zapataPeralte efectivo para barra de:1=2.54cm



Ku=Mu=36.4410=4.86bd20.9010091.23

m=fy=4200=23.530.85f'c0.85210

=11-1-2mKu=11-1-223.534.86mfy23.534200

=0.0012


As=bd=0.001510091.23=13.68cm2




Ast =0.00201001,00.0=2,0.00cm2



DISTRIBUCION FINAL DE LA ARMADURA

1/2@20cm3/4@25cm1@15cm5/8@25cm5/8@15cm

3/4@20cmLcorte=4.703/4@15cm

3/4@15cm3/4@20cm

Fuerza sismica (EQ)Fuerza sismica debida a efectos inerciales del muroPeso del estribo =62.64t(Incluye peso del terreno)Momento estribo =206.69t-mPunto de aplicacin de la resultante:Zh =206.69=3.30m62.64Coeficiente de aceleracin horizontalKh =A / 2=0.15Fuerza sismica horizontal debida al peso del estriboEQ =0.1562.64=9.40ty =3.30m

Fuerza sismica producida por la superestructura

0.100.600.053.600.050.60

0.150.200.15Ycg0.151.20zZ

0.450.60.402.000.400.60.45

1.252.401.25

SECCION TRANSVERSAL

z =4.000.201.1+20.401.000.5+20.650.151.2754.000.20+20.401.00+20.650.15

z =0.8516016713m

No se considera la influencia de las vigas diafragmas en la posicin del centro de gravedad de la seccin.

Peso de la superestructura =ERROR:#REF!t/m

Fuerza sismica horizontal proveniente de la superestructuraEQ =0.30ERROR:#REF!=ERROR:#REF!ty =1.85m

Subpresin del agua (WA)WA =1.005.203.50=18.2tx =2.60m

Efecto de viento sobre la estructura (WS)velocidad del viento=90km/h(Asumido)

Presin horizontal sobre la estructuraP =PB (VZ / 100)2P =153.090=123.93kg/m2100

Carga de viento por metro de estriboWS =123.9312.50.90=0.22t/my =1.45m6.25

Efecto de viento sobre la carga viva (WL)WL =123.9312.50.90=0.22t/my =10.80m6.25

1254412544(11)2222(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)24412441254422(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)22(11)(11)(11)(11)(11)(11)22(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)2441241(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)(11)2525252512544244244244(11)(11)(11)(11)21

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1.2 .Hoja de Calculo Puente Viga Losa Diseno de Viga Configurado 14 Mayo 2014