Diseño Hl-93 Puente Ishpag

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Ing. Alberto Gonzales Effio

DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA

SEGÚN MANUAL DE DISEÑO DE PUENTES - DGCF PROYECTO : PUENTE CARROZABLE ISHPAGCAMION DISEÑO HL - 93

A.- PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyadoLUZ DEL PUENTE L = 15.00 mPERALTE VIGA H = L/15 ~ L/12 y H = 0,07*L H = L/15 = 1.00 H = L/12 = 1.25 H = 0,07*L = 1.05

1.10 mESPESOR LOSA t (mm) = 1.2(S+3000)/30

t = 196.00 mm t = 19.60 cm minimo 17.5 cm0.20 mt

Medidas asumidas: (m)Ancho de via (A)= 3.600long vereda (c)= 0.650Ancho de viga (bw)= 0.450

(f)= 0.900espesor de losa (t)= 0.200

(g)= 0.200(n)= 0.050

espesor del asfalto (e)= 0.025separación vigas (S)= 1.900

(a)= 0.650(i)= 0.450(u)= 0.200(z)= 0.050

barandas (p)= 0.100(q)= 0.150 S' = S + bw 2.350 m

Número de vigas diafragmas = 4 0.460 mAncho vigas diafragmas (ad)= 0.200 bw >= 2*t 0.400 mPeralte vigas diafragmas (hd)= 0.700 hd >= 0,5*H 0.550 m

a ~ S/2

fy = 4,200.0 4,200.0

f'c = 210.0 280.0

fc = 0,4*f'c 84.0 112.0

fs = 0,4*fy 1,680.0 1,680.0r = fs / fc 20.0 15.0

Es = 2.1E+06 2.1E+06

217,371 250,998n = Es/Ec >= 6 9.661 8.367Usar n = 10 8k = n / (n + r) 0.333 0.348j = 1 - k / 3 0.889 0.884fc*j*k = 24.889 34.440

B.- DISEÑO DE LA LOSAMETRADO DE CARGASPeso propio (1m)*(t)*(2,40 Tn/m3) = 0.480 Tn/mAsfalto (1m)*(e)*(2,00 Tn/m3) = 0.050 Tn/m

Wd = 0.530 Tn/mMomento por peso propio

0.191 Tn-m/mRueda trasera

Modificacion por Numero de Vias CargadasSe puede observar que el ancho de la seccion del puente es de 3.6 mtsPor lo tanto el numero de vias es de 1, por que se afectara la carga por un factor que es de 1.2Entonces se debe de amplificar la carga por este factor ==> 1.2 * P

Pr = 16.314 KLb

Momento por sobrecarga Pr = 7.400 Tn

1.2 * Pr = 8.880 Tn <==== Carga viva Modificada

donde : 2.286 Tn-m/m

Momento por ImpactoTomamos ==> I = 0.330

Momento por Impacto=I*M 0.754 Tn-m/m

VERIFICACION DEL PERALTE

Hallando los momentos por servicioMs = 3.232 Tn-m/m

El peralte mínimo es :

d req. = 16.115 cm

el peralte será como máximo :recubr. = 2.540 cmestribo = 3/8 0.953 cm

d = t - rec. - est./2 d asum. = 16.984 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.00 BIEN

DISEÑO POR SERVICIO

As = Ms/(fs*j*d) As = 12.742verificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.661As mín < As 1.000 BIEN

Tomamos 12.742Cálculo del espaciamiento

Si consideramos acero 5/8" 1.979El menor de los tres : @ = 15.533 cm

1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 15.00 cm

DISEÑO POR ROTURA Se usara los factores de Carga y Combinación según el Estado Limite Siguiente :

RESISTENCIA I : Combinacion basica de carga relacionada con el uso vehicular normal sin considerar el viento

Tomar como peralte de la Viga, H =

Como espesor de la losa se puede asumir, t =

bw =0,02*L*(S')1/2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = Kg/cm2

MD = Wd*S2/10 MD =

ML = ( S + 2' ) / 32' x Pr

ML = ( S + 0,61 ) / 9,75 x Pr

ML =

MI =

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2)

considerando recubrimiento de 2" y suponiendo el empleo de fierro de f=5/8" (1,59 cm),

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

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Mu = 0.95*(1.25 Wd + 1.75 ( Wl + Wi ))para Flexion y Traccion de Concreto Armado

1.0 Acero Principal1.1 Acero positivo y negativo

M+/- = 5.282 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.596855 0.079843

0.103145 0.005157

135.603

8.759

Usamos: 8.759 a = 2.06 cm

verificando la cuantía mínima




1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 20.00 cm

2.0 Acero por distribución

Siendo :donde :positivo

Asp: Acero principal positivo Asp = 8.759S : luz libre entre las caras de vigas, en m. S = 1.900 m

79.84 =< 67 %67.00

5.868Cálculo del espaciamiento

Si consideramos acero 1/2" 1.267 @ = 21.590 cm

Usar acero 1/2" @ = 20.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior)

3.0 Acero de temperatura y contracciónSiempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646Cálculo del espaciamiento


3*t = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular al refuerzo principal (superior)

C.- DISEÑO DE TRAMO EN VOLADIZODISEÑO POR FLEXION

METRADOS DE CARGASMomento por peso propioSección Medidas Medidas Carga(Tn) Distancia (m) Momento

1 0,45*0,20 i*g 0.216 0.875 0.189 Tn-m/m2 0,20*0,25 u*(g+n) 0.120 0.550 0.066 Tn-m/m3 0,05*0,25/2 z*(g+n)/2 0.015 0.433 0.007 Tn-m/m4 0,65*0,20 a*t 0.312 0.325 0.101 Tn-m/m5 Asf.: 0,55*0,05 (a-u-z)*e 0.020 0.200 0.004 Tn-m/m6 Pasam.: 0,25*0,15 p*q 0.036 0.875 0.032 Tn-m/m7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 0.963 0.031 Tn-m/m

0.429 Tn-m/m

Momento por sobrecarga

Pr*X/Edonde : E = Ancho efectivo

X = Distancia rueda a empotramiento X = a-(u+z)-X1X1 = Distancia de la rueda al sardinel (1') = X1 = 0.3 m X1 = 30 cm X = 0,80-0,25-0,30 X = 0.100 m

- Refuerzo perpendicular al tráfico E = 0,80*X + 1140 mm E = 0,833*X + 1140 mmE = 1.140 m

Pr = Peso de la rueda amplificado por factor de via Pr = 4.440 Tn Mu

0.389 Tn-m/m Asfalto

Momento por impacto

Mi = I*Ml 0.129 Tn-m/m

DISEÑO POR SERVICIO :

f = 0.90

M+/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))

Mu = f*f'c*b*d2*w*(1+w/1,70) w = r*fy/f'c r = As/(b*d)

w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

As+/- = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

a = 3480/(S)^1/2 =< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

cm2

a : porcentaje del acero principal positvo a =a =

Asd+ = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

MD =

ML =

ML =

MI =

c zXX1

ng

tu

ai

1

2

3

4

5

Pr

p

q

0,05

g

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Ms = 0.947 Tn-m/m


As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.661As mín < As 0.000 USAR CUANTIA MINIMA

Tomamos 5.661

Cálculo del espaciamiento


1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 1.371 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.674466 0.083723

0.025534 0.001277

142.194

2.168

Usamos: 2.168 a = 0.51 cm

Verificando con Acero negativo de la losa 8.759

0.00 SE HARAN PASAR LAS BARRAS DE ACERO NEGATIVO DEL TRAMO INTERIOR

Tomamos As = 8.759

No es necesario calcular espaciamiento


1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 20.00 cm

Acero por distribución

Siendo :

Asp: Acero principal negativo Asp = 8.759L : luz efectiva del volado (2*a), en m. L = 1.300 m

96.518 =< 67 %67.000

Asd = 5.868Cálculo del espaciamiento


Usar acero 1/2" @ = 20.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior)

Acero de temperatura y contracción

Siempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646



3*t = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del tránsito (superior)

D.- DISEÑO DE VEREDAS

DISEÑO POR FLEXIONMETRADOS DE CARGASMomento por peso propioSección Medidas Medidas Carga(Tn) Distancia (m) Momento

1 0,45*0,20 i*g 0.216 0.275 0.059 Tn-m/m6 Pasam.: 0,15*0,25 p*q 0.036 0.375 0.014 Tn-m/m7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 0.413 0.013 Tn-m/m

Vd = 0.284 0.086 Tn-m/m

Ms = MD + ML + MI

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Mu +/- = 0.95*(1,25*MD+1.75*(ML+MI))As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

As- = cm2/m

As > As-

cm2

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

a = 3480/(S)^1/2 =< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

cm2


cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

MD =

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Momento por sobrecarga

Debido a carga horizontal sobre poste y peatonesMl = Mpost + Mpeat

Mpost = P' *(0,70-0,25/2+0,15/2)Mpeat = s/c*(0,40*0,40/2)donde : P' = C*P/2

P = 10,000.00 lbC = 1.00P' = 2.268 Tn

Peatonal s/c = 73.70

Peatonal s/c = 0.360La sobrecarga tambien se afecta por el factor de via que es de 1.2

Peatonal - Factor 1.2*s/c = 0.432Mpost = 1.474 Tn-m/m

debido a la distribuc. de los postes se toma el 80% Mpost = 1.179 Tn-m/mMpeat = 0.035 Tn-m/m

1.214 Tn-m/m


Hallando los momentos por servicio1.300 Tn-m/m


d req. = 10.221 cm

considerando recubrimiento de 3 cm. y suponiendo el empleo de fierro de 1/2" (1,27 cm),el peralte será como máximo :

recubr. = 3.000 cmestribo = 1/2" = 1.270 cm

d = g - rec. - est./2 d asum. = 16.365 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.000 BIEN






1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 2.232 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.654695 0.082735

0.045305 0.002265

135.395

3.707

Usamos: 3.707 a = 0.87 cm


Tomamos As = 5.455



1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

Acero por distribución

Siendo :donde :

Asp: Acero principal negativo Asp = 5.455L : luz efectiva del volado (2*0,55), en m. L = 1.100 m

104.926 =< 67 %67.000

Asd = 3.655



Usar acero 3/8" @ = 20.00 cm

Lb/pulg2

Tn/m2

Tn/m2

ML =

Ms = MD + ML + MI

Ms =

d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2)

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Mu +/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

a = 3480/(L)^1/2 =< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

cm2


cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

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Se colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior)

Acero de temperatura y contracciónSiempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646Cálculo del espaciamiento


3*g = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del tránsito (superior)

Chequeo por cortante

Carga muerta = Vd = 0.284 Tn/ms/c (ancho=0,40 m) = Vl = 0.173 Tn/m

Vu = 0.658 Tn/mFuerza cortante que absorbe el concreto:

Vc = 12.569 Tn/m10.684 Tn/m

10.684 > 0.658 1.000 BIEN

DISEÑO DE SARDINEL

Momento por sobrecargaAASHTO V = 500.000 Lb/pie

Debido a la carga lateral de 760 Kg/m V = 0.760 Tn/mH = g + n = 0.250 m BIENUSAR H = 0.250 m

M = V*H M = 0.190 Tn-m/m

Mu = 0.333 Tn-m/m

Esta sección tiene un peralte de aprox. (cm) = 25.00 recub. = 5.00 cmd = 20.00 cm

a = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.695590 0.084780

0.004410 0.000220

169.559

0.441

Usamos: 0.441 a = 0.10 cm

verificando la cuantía mínima


Tomamos As = 6.667Cálculo del espaciamiento


Usar acero 1/2" @ = 20.00 cm

Dado que las cargas sobre la vereda no deben ser aplicadas simultáneamente con las cargas de las ruedas, este es el único momento en la secciónHaciendo pasar las varillas de la vereda se está del lado de la seguridad.

Chequeo por cortante

Cortante por sobrecarga = 0.760 Tn/mVu = 1.330 Tn/m

Fuerza cortante que absorbe el concreto:

Vc = 15.361 Tn/m13.057 Tn/m

13.057 > 1.330 1.000 BIEN

E.- DISEÑO DE VIGA PRINCIPAL AREA DE INFLUENCIA DE VIGA

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIOElemento Medidas (m) Medidas Cargalosa = 0,20*(0,65+0,45+1,90/2) t*(a+bw+S/2)*2,40 Tn/m 0.984 Tn/mviga = 0.90*0,45 f*bw*2,40 Tn/m3 0.972 Tn/masfalto = 0,025*3,60/2 e*A/2*2,00 Tn/m3 0.090 Tn/mvereda = 0,65*0,20 c*g*2,40 Tn/m3 0.312 Tn/mvolado = 0,20*0,1+0,05*(0,15+0,10)/2 u*n+z*(g+n)/2*2,4 Tn/m3 0.039 Tn/mpasamanos = 0,25*0,15 p*q*2,40 Tn/m3 0.036 Tn/mpostes = (0,25+0,20)/2*0,65*0,2/2,179 0.032 Tn/macera (extraord.) = 0,65*0,40 Tn/m2 c*0,40 Tn/m2 0.260 Tn/m

wd = 2.725 Tn/m

distancia entre eje delantero e intermedio ( 14' ) 4.300 m

distancia entre eje intermedio y posterior ( 14' - 30' ) 4.300 mn = distancia del centro de luz a la sección donde se produce el Momento Flector Máximo según Baret

n = n = 0.717 m X = 6.78333333333333 m

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : Centro de Luz X = 7.500 m Centro de luz X = L/2 = 7.500 m

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

Vc =0,53*(f'c)1/2*b*dfVc =

fVc > Vu

H = g + n < 10"

Mu = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)

As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

VL =

Vc =0,53*(f'c)1/2*b*dfVc =

fVc > Vu

Según BARET, cálculo de n :

d1 = d1 =

d2 = d2 =

(4*d2-d1)/18 Si d1 = d2 = d = 14'

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Peso propio por cada viga diafragma (W1) = W1 = 0.319 Tn

Por Baret A X m de la izq.

Momento por viga diafragma (Mvd) : Mvd Mvd (Tn-m) Mvd (Tn-m)Si son 3 vigas diafragmas W1*(L-2*n)/4 = 1.083 1.197Si son 4 vigas diafragmas W1*(L/3) = 1.596 L >= 6*n 4.267 10.770 1.596Si son 5 vigas diafragmas W1*(L-n)/2 = 2.280 L >= 4*n 2.845 7.180 2.394Si son 6 vigas diafragmas W1*(3L/5) = 2.873 L >= 10*n 7.112 17.949 2.873Si son 7 vigas diafragmas W1*(3*L-2*n)/4 = 3.477 L >= 6*n 4.267 10.770

Momento por peso propiode viga diafragma (Mvd) :Usamos Momento por diafragma

Por Baret : Mvd = 1.596 Tn-mEn centro de Luz Mvd = 1.596 Tn-m

Momento por peso propio (Mpp) : Mpp = wd*(L/2-n)*(L/2+n)/2 Mpp = wd*(L-X)*X/2

Por Baret : Mpp = 75.947 Tn-mEn centro de Luz Mpp = 76.647 Tn-m Wd

A C

B

Por Baret : 77.543 Tn-m

En centro de Luz 78.243 Tn-m

2.0 MOMENTO POR SOBRECARGA

2.1.- SOBRECARGA HL - 93

B = (L/2-n)*(L/2+n)/L

donde :P = 8,157.00 Lb P = 3,700.015 Kg

Por Baret : M s/c = 43.120 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 42.550 Tn-m

Cálculo del coeficiente de concentración de cargas : X2 = 2' = 0.610 m

1.235Por Baret : M s/c = 53.249 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 52.545 Tn-m

CARGA DISTRIBUIDA Md=WL2/8 Md= 28.125MOMENTO TOTAL Por Baret : Mt= 81.374Ms/c+Md En centro de Luz Mt= 80.670

2.3- CARGAS POR EJE TANDEM

11.200 Tn

1.200 mPor Baret : M et = 77.155 Tn-mEn centro de Luz M et = 77.280 Tn-m

Por viga = M eq/2 Por Baret : M eq = 38.578 Tn-mEn centro de Luz M eq = 38.640 Tn-m

CARGA DISTRIBUIDA Md=WL2/8 Md= 28.125MOMENTO TOTAL Por Baret : Mt= 66.703Ms/c+Md En centro de Luz Mt= 66.765

TOMANDO EL MAYOR MOMENTO ( Ml )



3.0 MOMENTO POR IMPACTO

Tomamos ==> I = 0.330Momento de impacto



E1- DISEÑO POR SERVICIOVIGA TDeterminamos b : El menor de los tres :

b =< L/4 b = 3.750 m(b - bw)/2 =< 8 t b = 3.650 m(b - bw)/2 =< S/2 b = 2.350 mTomamos : b = 2.350 m

Asumiremos para efectos de diseño d = 105.00 cm 1 BIEN

E2-DISEÑO POR ROTURA

Por Baret : Mu = 272.010 Tn-mEn centro de Luz Mu = 271.285 Tn-m

Tomando el mayor Momento ( Mu ) : Mu = 272.010 Tn-m

hd*ad*S/2*2,40 Tn/m3

d2 = 14', L > d2 = 30', L >

CL

P 4P R 4P

d1 n n d2-2*n

Momento Total Carga Muerta (MD) = Mpp + Mvd

MD =

MD =

Ms/c = P/L*[9*L2/4-(d1/2+2*d2)*L+(4*n*d2-n*d1-9*n2)]

Ms/c = P*X/L*(9*L-9*X-d1-5*d2) Si X < d1 A = (L/2+n)*(L/2-n-d1)/L

Ms/c = P/L*[(L-X)*(9*X-d1)-4*d2*X)] Si d1 < X < L-d12 C = (L/2-n)*(L/2+n-d2)/L

Ms/c = P*(L-X)/L*(9*X-d1-5*d2) Si L-d2 < X < L

CCC =1+(A-10')/(bw+S)) CCC =

M = PT*(L/2-n)*(L+2*n-dT)/L

M = PT*X/L*(2*L-2*X-dT) Si X < L/2

M = PT*(L-X)/L*(2*X-dT) Si L/2 < X < L

PT = 24,691.35 Lb PT =

dT = 4' dT =

ML =

ML =

MI =

MI =

Mu = 0.95*(1,25*MD+1.75*(ML+MI))

L/2 L/2

L/2+n

L/2-n

Página 7




Area de aceroa = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.642507 0.082125

0.057493 0.002875

2,026.442 b debe ser mayor a:

70.933 30.8083918966346

Usamos: As = 70.933 a = 7.10 cm

Distribución del Acero

Si consideramos acero 1" 5.07 2.50 cm# barras = 13.999 barras

Usaremos : 14.000 barras# barras = 14 barras en 3 capas

As = 70.939

La distancia entre barras paralelas será no menor que: 3.75 cm1,5 T.M.agregado = 3.75 cm

distancia entre barras = eh = 3.75 cmrecubrimiento lateral = rec = (1.50") = 3.75 cm

3/8 0.95 cm

Ancho mínimo de la viga b = 93.155 cmEsto considerando solo una capa

E3-VERIFICACIONES

1.00 Verificación del peraltePor Baret : Ms = 185.770 Tn-mEn X : Ms = 185.534 Tn-m

Tomando el mayor Mom ( Ms ) Ms = 185.770 Tn-m

d = 79.701 cmH = 110.00 cm

d < H - 13 cm = 97.00 cm 1.000 BIEN

2.00 Verificando la cuantía

Cálculo de la cuantía balanceada 0.850.02167

Siendo : 0.01626 0.00242la cuantía de la viga es : As/(b*d)

0.00287 1 BIEN1.000 BIEN

3.00 Para no verificar deflexiones 0,18f'c/fy = 0.009001.000 BIEN

4.00 Verificando el eje neutroa = As*fy/(0,85*f'c*b) a = 7.103 cm

t = 20.000 cm1.000 BIEN

5.00 Verificación por Fatiga en Servicio

Mf = 81.17 Tn-m

1,225.960

Momento mínimo por servicioMmín = 78.243 Tn-m

1,181.740

Rango de esfuerzos actuantes

44.220

Rango de esfuerzos admisibles se puede asumir r/h = 0.3

1,245.386

Se debe cumplir que : 1.000 BIEN

6.00 Verificación por Agrietamiento

Esfuerzo máximo admisible

Exposición moderado Z = 30,000.00

Usamos : Exposición severa Z = 23,000.00recubrimiento = 5.08 cm espac. vertic (ev) = 3.81 cm.

dc = 7.28 cm d X = 12.00 cm < 5.00 cm

0.000 Disminuir dUsamos : X = 12.000 cm Centroide del refuerzo

A = 2*X*b/#barras A = 77.143 X dc

fsmáx = 2,787.420 12.00 b

fsact = 1,225.960 0.450fsact < fsmáx 1 BIEN

7.00 Verificación por Corte

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : X = 7.500 m Centro de luz X = L/2POR PESO PROPIOVdpp = wd*(L-2*X)/2 Vdpp = 0.000 TnVdvd = W1*(# diafragmas/2-[# diafragmas/2]+1) Vdvd = 0.319 Tn

0.319 TnPOR SOBRECARGA HL - 93

As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

cm2

Af = cm2 fbarra =# barras = As / Af

cm2

1,5 fbarra =

festribo =Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2)

rb = (0,85*f'c*b1/fy)*(0,003Es/(0,003*Es+fy) b1 =rb =

rmáx = 0,75*rb = rmín = 0,7*f'c^1/2/fy=r =r = r > rmín

r < rmáx

rmáx =r < rmáx

a < t

a < t

Mf = 0.75 *( ML + MI )

fsmáx = Ma/(As*j*d) fsmáx = Kg/cm2

Mmín = MD

fsmín = Mmín/(As*j*d) fsmín = Kg/cm2

Df = fsmáx - fsmín

Df = Kg/cm2

ff = 1470 - 0,33 fsmín + 551,2 (r/h)

ff = Kg/cm2

ff > Df

fsmáx = Z/(dc*A)(1/3)

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

VD = Vdpp + Vdvd VD =

Página 8




Si X = 0,00 => Ccc1 = 1,00 si no Ccc1 = Ccc Ccc1 = 1.235

12.702 TnPOR SOBRECARGA EQUIVALENTE

11.794 TnW = 645 Lb/pie W = 0.960 Tn/m

5.897 Tn

2.948 TnPOR SOBRECARGA EJE TANDEM

10.304 Tn

5.152 Tn

TOMANDO EL MAYOR CORTANTE ( Vl ) 12.702 Tn

POR IMPACTO

4.192 TnDISEÑO POR ROTURA

Vu = 37.018 TnEsfuerzo cortante último

7.835Esfuerzo cortante resistente de concreto

0.00287

Vu*d/Mu = 0.143 USAR = 0.143

para esfuerzo de corte 0.85 7.680

7.318 6.528

6.220 6.220

0 SI NECESITA ESTRIBOS

Av = 2.534

S = 146.450 cm 0.00052.50 cm

Smáx = 67.56 cm

Colocar estribo de 1/2" 1 @ 0.0520 @ 0.10

Resto @ 0.20

8.00 ACERO LATERAL Cuando la viga tiene mas de 2' (0,61 m) de alto

7.094El espaciamiento entre barras :

El menor de : 30 cm = 30.00 cmbw = 45.00 cm

Usamos S = 30.000 cmNumero de fierros será: # fierros = (H - 15)/S

# fierros = 3.217Usamos # fierr. = 2.00 unidades por lado

As = 1.773

1.979

F.- DISEÑO DE VIGA DIAFRAGMA

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIO

Según datos las dimensiones son :

Ancho vigas diafragmas (ad)= 0.200Peralte vigas diafragmas (hd)= 0.700Separacion de vigas entre ejes ( S + bw ) 2.350

Metrado de Cargas Peso Propio :

Elemento Medidas (m) Medidas Carga

Viga diafragma 0.20 * 0.70 * 2400 kg/m3 (ad * hd)*2,40 Tn/m3 0.336 Tn/m

W pp 0.336 Tn/m

Momento Peso Propio : 8

Mpp = 0.232 Tn - mMpp = 0.232 Ton - m

2.3502.0 MOMENTO POR SOBRECARGA E IMPACTO ( S/C ) + I impacto

M s/c = P * b = 6.78 Ton - mP = 11.54404742 (s/c + Impacto)

VL = (P/L)*((4Ccc1+5Ccc)*(L-X)-Ccc*d1-5*Ccc*d2) Si X < L/2

VL = (P/L)*((4Ccc1+5Ccc)*X-Ccc*d1-5*Ccc*d2) Si L/2 < X < L

VL S/C =

VL eq = PV*(L-X)/L+W*(L-2*X)/2 Si X < L/2

PV = 26,000 Lb PV =

VL eq =

Por viga = VL eq/2 VL eq =

VL et = PT*(2*L-2*X-dT)/L Si X < L/2

VL et = PT*(2*X-dT)/L Si L/2 < X < L

VL et =

Por viga = VL et/2 VL et =

VL =

VI = I*VL VI =

Vu = 1,3*(VD+(5/3)*(VL+VI))

uu = Vu/(b*d) uu = Kg/cm2

uc =(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/Mu) r = uc =0,53(f"c)^1/2

175*r*Vu*d/Mu < 1,00

f = uc = Kg/cm2

uc = Kg/cm2 fuc = Kg/cm2

fuc = Kg/cm2 fuc = Kg/cm2

uu < fuc

Usando estribos de f = 1/2" cm2

S = Av*fy/((uu-fuc)*b)S < d / 2 =

Si Vu > 0,5 f Vc , Avmín = 3,5*bw*S/fy Vu>0,5fVc

ASL = 10% Aspp ASL = cm2

cm2 / barralo cual es aproximadamente una varilla de f = 5/8"

Af = cm2

w * l 2

Página 9




M s/c = 6.78 Ton - m 16,000 Klb+0.3%

1.18 1.18

0.59 ´=b

Momento total = M = M pp + M s/c 1.175 1.175

M = 7.014 Ton - m

3.0 DISEÑO POR SERVICIOM = 7.014 Ton - m

fy = 4200 Kg/cm2f'c = 210 Kg/cm2fc = 0,4*f'c 84 Kg/cm2fs = 0,4*fy 1680 Kg/cm2r = fs / fc 20Es = 2100000 Kg/cm2Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = 217370.651192842 Kg/cm2n = Es/Ec >= 6 9.66091783079296Usar n = 10k = n / (n + r) 0.333333333333333j = 1 - k / 3 0.888888888888889fc*j*k = 24.8888888888889


Hallando los momentos por servicioMs = 7.014 Tn-m/m


d req. = 23.741 cm

el peralte será como máximo :recubr. = 2.540 cmestribo = 3/8 0.953 cm

d = t - rec. - est./2 d asum. = 68.254 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.00 BIEN




Tomamos 6.882

Si consideramos acero 5/8" 1.979

Usar acero 5/8" 3.48 barras

Entonces se tiene que se usara acero de 5/8" 4 barras de acero de 5/8"

4.0 DISEÑO POR ROTURA

1.0 Acero Principal1.1 Acero positivo y negativo

M+/- = 12.159 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b) 30420

0.399692801

1.627895 0.081395

0.072105 0.003605

111.110

4.921

Usamos: 4.921 a = 1.16 cmverificando la cuantía mínima


Tomamos 4.921

Si consideramos acero 5/8" 1.979

Usar acero 5/8" 2.49 barrasEntonces se tiene que se usara acero de 5/8" 3 barras de acero de 5/8"Distribución del Acero

Si consideramos acero 5/8" 1.979 1.59 cm# barras = 2.486 barras

Usaremos : 4.000# barras = 4 barras en 1 capas

As = 7.917

La distancia entre barras paralelas será no menor que: 2.38 cm1,5 T.M.agregado 2.38 cm

distancia entre barras = eh = 2.38 cm

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2)

considerando recubrimiento de 1" y suponiendo el empleo de estribo de fierro de f=3/8" (0.953 cm),

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

Af = cm2

M+/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

As+/- = cm2/m

Af = cm2

Af = cm2 fbarra =# barras = As / Af

cm2

1,5 fbarra =

L/2 L/2

Página 10




recubrimiento lateral = rec = (2") = 4.78 cm 3/8 0.95 cm

Ancho mínimo de la viga b = 24.94915 cm0.000 RECALCULAR

Usar acero 5/8" 2

Usar acero 1/2" 2

Usar Estribo de Ø 3/8" 1@ 0.05, 2@ .10, Resto @ 0.15d 0.700 Usar acero 5/8" 4

X dcb

0.200

festribo =Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

barras de f 5/8"

barras de f 1/2"

barras de f 5/8"

DISEÑO DE ESTRIBOS PUENTE ISHPAG

PROYECTO MEJORMAMIENTO DEL PUENTE ISHPAG - DISTRITO DE SAN MARCOS - HUARI - ANCASH

DATOSALTURA DE ZAPATA CIMENTACION (m) d = 0.50TIPO DE TERRENO (Kg/cm2) d = 1.82ANCHO DE PUENTE (m) A = 5.00LUZ DEL PUENTE (m) L = 15.00ALTURA DEL ESTRIBO (m) H = 3.85ANGULO DE FRICCION INTERNA (grado) =f 30.80ALTURA EQUIV, DE SOBRE CARGA (m) h' = 0.60PESO ESPECIF, RELLENO (Tn/m3) 1.43PESO ESPECIF, CONCRETO (Tn/m3) 2.40

M = 0.50N = 0.80E = 1.50G = 1.20a = 1.150b = 0.60c = 0.20B = 4.00

CONCRETO ESTRIBOS (Kg/cm2) f'c = 210fc =0.4f'c= 84

A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A

1-Empuje de terreno,h= 1.15h'= 0.60C= 2(45- /2) TAN f 0.32

E= 0,5*W*h (h+2h")*C 0.624 TN

Ev=E*Sen (o/2)= 0.166Eh=E*Cos (o/2)= 0.601

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 0.48

Fuerzas verticales actuantes

Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 1.656 0.3 0.4968Ev 0.166 0.60 0.099357421Total 1.8215957 0.596157421

Xv=Mt/Pi 0.327 mZ=Eh*Dh/Pi 0.159 me=b/2-(Xv-Z) 0.132 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,

P =Fv(1+6e/b)/(ab) 7.03 CONFORME

Chequeo al volteo

FSV=Mi/(Eh*Dh) 2.06 >2 CONFORME

Chequeo al Deslizamiento

FSD=Pi*f/Eh 2.12 >2 CONFORME

B- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B

1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,a-Empuje terreno:H= 3.85h'= 0.60C= 0.32E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 4.486195159 TnEv=E*Sen (o/2)= 1.191 TnEh=E*Cos (o/2)= 4.325 Tn

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 1.44 m

g1 =g2 =

<d




Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 5.544 2 11.088P2 1.296 1.6 2.074P3 4.860 1.00 4.860Ev 1.191 1.44 1.711Total 12.891 19.732

Xv=Mt/Pi 1.53 mZ=Eh*Dh/Pi 0.48 me=b/2-(Xv-Z) 0.10 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,


Chequeo al volteo




2-Estado :Estribo con puente y relleno sobrecargado,Peso propio 81.76Reacción del puente debido a peso propio,R1= 16.35 tn/m P= 3.7000152 T

Rodadura -fuerza HorizontalR2=5% de s/c equivalente, 0.236 Tn/M

Reaccion por sobrecargaR3= 6.69 Tn


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 16.351 1.6 26.162R3 6.687 1.60 10.700P vertical tot, 12.891 1.53 19.732Total 35.930 56.594

Xv=Mt/Pi 1.575 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 4.325 1.44 6.210R2 0.236 5.65 1.331Total 4.561 7.541

Yh=Mi/Pi 1.654Z= 0.210e= -0.015

VERIFICACIONES

1-Verificacion de compresion y tracción


Chequeo al volteo




C- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION C-C

1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,a-Empuje terreno:B= 4

<d

<d



H= 4.35h'= 0.60C= 0.32E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 5.570681066Ev=E*Sen (o/2)= 1.479Eh=E*Cos (o/2)= 5.371

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 1.61


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 5.544 2.5 13.860P2 1.296 2.1 2.722P3 4.860 1.50 7.290P4 4.800 2 9.600P5 3.080 3.60 11.088Ev 1.479 4.00 5.917Total 21.059 50.477

Xv=Mt/Pi 2.397 mZ=Eh*Dh/Pi 0.410 me=b/2-(Xv-Z) 0.013 m >b/6 b/6= 0.66666667

e<b/6, CONFORMEVERIFICACIONES



Chequeo al volteo




2-ESTADO:Estribo con puente y relleno sobrecargado,


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 16.351 2.1 34.338R3 6.687 2.10 14.044P vertical tot, 21.059 2.40 50.477Total 44.098 98.858

Xv=Mt/Pi 2.242 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 5.371 1.61 8.629R2 0.236 6.15 1.449Total 5.606 10.078

Yh=Mi/Pi 1.80Z= 0.23e= -0.01 <b/6 CONFORME

VERIFICACIONES



Chequeo al volteo




<d

<d

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Diseño Hl-93 Puente Ishpag