DISEÑO PUENTE CARROZABLE

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DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA

SEGÚN MANUAL DE DISEÑO DE PUENTES - DGCF Proyecto : CONSTRUCCION PUENTE HUANCAR

Aprobado con Resolucion Ministerial Nº 589-2003-MTC/02 del 31 de Julio del 2003 Ubicacion: Huancar - Pararin - Recuay - AncashCAMION DISEÑO HL - 93

A.- PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyadoLUZ DEL PUENTE L = 17.50 mPERALTE VIGA H = L/15 ~ L/12 y H = 0,07*L H = L/15 = 1.17 H = L/12 = 1.46 H = 0,07*L = 1.23

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

t = 192.00 mm t = 19.20 cm minimo 17.5 cm0.20 mt

Medidas asumidas: (m)Ancho de via (A)= 3.600long vereda (c)= 0.700Ancho de viga (bw)= 0.450

(f)= 1.000espesor de losa (t)= 0.200

(g)= 0.150(n)= 0.100

espesor del asfalto (e)= 0.025separación vigas (S)= 1.800

(a)= 0.700(i)= 0.500(u)= 0.200(z)= 0.050

barandas (p)= 0.100(q)= 0.150 S' = S + bw 2.250 m

Número de vigas diafragmas = 6 0.525 mAncho vigas diafragmas (ad)= 0.250 bw >= 2*t 0.400 mPeralte vigas diafragmas (hd)= 0.700 hd >= 0,5*H 0.600 m

a ~ S/2

fy = 4,200.0 4,200.0

f'c = 280.0 280.0

fc = 0,4*f'c 112.0 112.0

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

Es = 2.0E+06 2.1E+06

250,998 250,998n = Es/Ec >= 6 7.968 8.367Usar n = 8 8k = n / (n + r) 0.348 0.348j = 1 - k / 3 0.884 0.884fc*j*k = 34.440 34.440

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

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

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Asfalto (1m)*(e)*(2,00 Tn/m3) = 0.050 Tn/mWd = 0.530 Tn/m

Momento por peso propio

0.172 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 : 2.195 Tn-m/m

Momento por ImpactoTomamos ==> I = 0.330

Momento por Impacto=I*M 0.724 Tn-m/m

VERIFICACION DEL PERALTE

Hallando los momentos por servicioMs = 3.091 Tn-m/m

El peralte mínimo es :

d req. = 13.398 cm

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

d = t - rec. - est./2 d asum. = 14.444 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.00 BIEN

DISEÑO POR SERVICIO

As = Ms/(fs*j*d) As = 14.409verificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 4.815As mín < As 1.000 BIEN

Tomamos 14.409Cálculo del espaciamiento

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

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Si consideramos acero 5/8" 1.979El menor de los tres : @ = 13.737 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

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+/- = 5.057 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.597641 0.106509

0.102359 0.006824

153.840

9.856

Usamos: 9.856 a = 1.74 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 = 9.856S : luz libre entre las caras de vigas, en m. S = 1.800 m

82.02 =< 67 %

@ = Af*b/At

Af = cm2

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 =

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67.00

6.604Cálculo del espaciamiento

Si consideramos acero 1/2" 1.267 @ = 19.183 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 0,50*0,20 i*g 0.180 0.950 0.171 Tn-m/m2 0,20*0,25 u*(g+n) 0.120 0.600 0.072 Tn-m/m3 0,05*0,25/2 z*(g+n)/2 0.015 0.483 0.007 Tn-m/m4 0,70*0,20 a*t 0.336 0.350 0.118 Tn-m/m5 Asf.: 0,55*0,05 (a-u-z)*e 0.023 0.225 0.005 Tn-m/m6 Pasam.: 0,25*0,15 p*q 0.036 0.975 0.035 Tn-m/m7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 1.063 0.034 Tn-m/m

0.442 Tn-m/m

Momento por sobrecarga

Pr*X/Edonde : E = Ancho efectivo

a =

Asd+ = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

MD =

ML =

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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 = 0.150 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

0.584 Tn-m/m Asfalto

Momento por impacto

Mi = I*Ml 0.193 Tn-m/m

DISEÑO POR SERVICIO :

Ms = 1.219 Tn-m/m



Tomamos 5.684

Cálculo del espaciamiento


1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 1.817 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.664707 0.110980

0.035293 0.002353

160.297

3.398

Usamos: 3.398 a = 0.60 cm

ML =

MI =

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

c zXX1

ng

tu

ai

1

2

3

4

5

Pr

p

q

0,05

g

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Verificando con Acero negativo de la losa 9.856

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

Tomamos As = 9.856

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 = 9.856L : luz efectiva del volado (2*a), en m. L = 1.400 m

93.007 =< 67 %67.000

Asd = 6.604Cálculo del espaciamiento



Acero de temperatura y contracción

Siempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646



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

a : porcentaje del acero principal positvo a =a =

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

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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 0,50*0,20 i*g 0.180 0.250 0.045 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 = 0.248 0.072 Tn-m/m

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 servicio1.286 Tn-m/m


d req. = 8.641 cm

considerando recubrimiento de 3 cm. y suponiendo el empleo de fierro de 1/2" (1,27 cm),

MD =

Lb/pulg2

Tn/m2

Tn/m2

ML =

Ms = MD + ML + MI

Ms =

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

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el peralte será como máximo :recubr. = 3.000 cmestribo = 1/2" = 1.270 cm

d = g - rec. - est./2 d asum. = 11.365 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.000 BIEN






1,5*t = 22.500 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 20.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 2.214 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.629013 0.108601

0.070987 0.004732

123.425

5.378

Usamos: 5.378 a = 0.95 cm


Tomamos As = 5.378



1,5*t = 22.500 cm45 cm 45.000 cm

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

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Usar acero 5/8" @ = 20.00 cm

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Acero por distribución

Siendo :donde :

Asp: Acero principal negativo Asp = 5.378L : luz efectiva del volado (2*0,55), en m. L = 1.100 m

104.926 =< 67 %67.000

Asd = 3.604




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 = 45.000 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 = 0.248 Tn/ms/c (ancho=0,40 m) = Vl = 0.173 Tn/m

Vu = 0.613 Tn/mFuerza cortante que absorbe el concreto:

Vc = 10.079 Tn/m8.567 Tn/m

8.567 > 0.613 1.000 BIEN

Asd = a*Asp

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

cm2

a : porcentaje del acero principal positvo a =a =

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

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

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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)

1.696695 0.113113

0.003305 0.000220

226.226

0.441

Usamos: 0.441 a = 0.08 cm

verificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 6.667As mín < As 0.000 USAR CUANTIA MINIMA

Tomamos As = 6.667Cálculo del espaciamiento


Usar acero 1/2" @ = 19.00 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 = 17.737 Tn/m15.077 Tn/m

15.077 > 1.330 1.000 BIEN

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

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

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIOElemento Medidas (m) Medidas Cargalosa = 0,20*(0,70+0,50+1,80/2) t*(a+bw+S/2)*2,40 Tn/m 0.984 Tn/mviga = 0,90*0,50 f*bw*2,40 Tn/m3 1.080 Tn/masfalto = 0,05*3,60/2 e*A/2*2,00 Tn/m3 0.090 Tn/mvereda = 0,70*0,15 c*g*2,40 Tn/m3 0.252 Tn/mvolado = 0,20*0,1+0,05*(0,15+0,10)/2 u*n+z*(g+n)/2*2,4 Tn/m3 0.063 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.) = 0,75*0,40 Tn/m2 c*0,40 Tn/m2 0.280 Tn/m

wd = 2.817 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 = 8.03333333333333 m

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : Centro de Luz X = 8.750 m Centro de luz X = L/2 = 8.750 m

Peso propio por cada viga diafragma (W1) = W1 = 0.378 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 = 1.518 1.654Si son 4 vigas diafragmas W1*(L/3) = 2.205 L >= 6*n 4.267 10.770 2.205Si son 5 vigas diafragmas W1*(L-n)/2 = 3.172 L >= 4*n 2.845 7.180 3.308Si son 6 vigas diafragmas W1*(3L/5) = 3.969 L >= 10*n 7.112 17.949 3.969Si son 7 vigas diafragmas W1*(3*L-2*n)/4 = 4.826 L >= 6*n 4.267 10.770

Momento por peso propio de viga diafragma (Mvd) :Usamos Momento por diafragma

Por Baret : Mvd = 3.969 Tn-mEn centro de Luz Mvd = 3.969 Tn-m

Según BARET, cálculo de n :

d1 = d1 =

d2 = d2 =

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

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

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

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CL

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

Por Baret : Mpp = 107.123 Tn-mEn centro de Luz Mpp = 107.847 Tn-m Wd=1 tn/m

A C

B

Por Baret : 111.092 Tn-m

En centro de Luz 111.816 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 = 53.445 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 52.956 Tn-m

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

1.245Por Baret : M s/c = 66.557 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 65.948 Tn-m

CARGA DISTRIBUIDA Md=WL2/8 Md= 38.28125MOMENTO TOTAL Por Baret : Mt= 104.838Ms/c+Md En centro de Luz Mt= 104.230

2.3- CARGAS POR EJE TANDEM

11.200 Tn

1.200 mPor Baret : M et = 91.173 Tn-mEn centro de Luz M et = 91.280 Tn-m

Por viga = M eq/2 Por Baret : M eq = 45.586 Tn-mEn centro de Luz M eq = 45.640 Tn-m

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 =

L/2 L/2

L/2+n

L/2-n

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CARGA DISTRIBUIDA Md=WL2/8 Md= 38.28125MOMENTO TOTAL Por Baret : Mt= 83.868Ms/c+Md En centro de Luz Mt= 83.921

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 = 4.375 m(b - bw)/2 =< 8 t b = 3.650 m(b - bw)/2 =< S/2 b = 2.250 mTomamos : b = 2.250 m

Asumiremos para efectos de diseño d = 105.00 cm 1 BIEN

E2-DISEÑO POR ROTURA

Por Baret : Mu = 363.732 Tn-mEn centro de Luz Mu = 363.246 Tn-m

Tomando el mayor Momento ( Mu ) : Mu = 363.732 Tn-m

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

ML =

ML =

MI =

MI =

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

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

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1.639673 0.109312

0.060327 0.004022

2,582.485 b debe ser mayor a:

95.015 41.1970229953663

Usamos: As = 95.015 a = 7.45 cm

Distribución del Acero

Si consideramos acero 1 3/8 " 10.06 3.58 cm# barras = 9.445 barras

Usaremos : 10.000 barras# barras = 10 barras en 2 capas

As = 100.600

La distancia entre barras paralelas será no menor que: 5.37 cm1,5 T.M.agregado = 3.75 cm+I19

distancia entre barras = eh = 5.37 cmrecubrimiento lateral = rec = (1.50") = 3.75 cm

4/8 1.27 cm

Ancho mínimo de la viga b = 94.1935 cmEsto considerando solo una capa

E3-VERIFICACIONES

1.00 Verificación del peraltePor Baret : Ms = 250.527 Tn-mEn X : Ms = 250.441 Tn-m

Tomando el mayor Mom ( Ms ) Ms = 250.527 Tn-m

d = 80.412 cmH = 120.00 cm

d < H - 13 cm = 107.00 cm 1.000 BIEN

2.00 Verificando la cuantía

Cálculo de la cuantía balanceada 0.850.02833

Siendo : 0.02125 0.00279la cuantía de la viga es : As/(b*d)

0.00426 1 BIEN1.000 BIEN


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

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3.00 Para no verificar deflexiones 0,18f'c/fy = 0.012001.000 BIEN

4.00 Verificando el eje neutroa = As*fy/(0,85*f'c*b) a = 7.890 cm

t = 20.000 cm1.000 BIEN

5.00 Verificación por Fatiga en Servicio

Mf = 104.58 Tn-m

1,119.862

Momento mínimo por servicioMmín = 111.816 Tn-m

1,197.386

Rango de esfuerzos actuantes

-77.524

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

1,240.223

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 = 8.14 cm d X = 12.00 cm < 15.00 cm

1.000 BIENUsamos : X = 12.000 cm Centroide del refuerzo

A = 2*X*b/#barras A = 108.000 X dc

fsmáx = 2,400.875 12.00 b

fsact = 1,119.862 0.450fsact < fsmáx 1 BIEN

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

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7.00 Verificación por Cortef472

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : X = 1.050 m Centro de luz X = L/2POR PESO PROPIOVdpp = wd*(L-2*X)/2 Vdpp = 21.693 TnVdvd = W1*(# diafragmas/2-[# diafragmas/2]+1) Vdvd = 0.378 Tn

22.071 TnPOR SOBRECARGA HL - 93

Si X = 0,00 => Ccc1 = 1,00 si no Ccc1 = Ccc Ccc1 = 1.245

32.188 TnPOR SOBRECARGA EQUIVALENTE

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

18.477 Tn

9.239 TnPOR SOBRECARGA EJE TANDEM

20.288 Tn

10.144 Tn

TOMANDO EL MAYOR CORTANTE ( Vl ) 32.188 Tn

POR IMPACTO

10.622 TnDISEÑO POR ROTURA

Vu = 121.448 TnEsfuerzo cortante último

25.703Esfuerzo cortante resistente de concreto

0.00426

Vu*d/Mu = 0.351 USAR = 0.351

para esfuerzo de corte 0.85 8.869

8.628 7.538

7.334 7.334

0 SI NECESITA ESTRIBOS

Av = 2.534

S = 12.873 cm 10.000 cm Smin52.50 cm 40.000 cm Smax

VD = Vdpp + Vdvd VD =

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 =

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Smáx = 67.56 cm

Colocar estribo de 1/2" 5 @ 0.057 @ 0.10

10 @ 0.20Resto @ 0.30

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

10.060El espaciamiento entre barras :

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

Usamos S = 30.000 cmNumero de fierros será: # fierros = (H - 12.5/S

# fierros = 3.583Usamos # fierr. = 4.00 unidades por lado

As = 1.258

1.267

F.- DISEÑO DE VIGA DIAFRAGMA

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIO

Según datos las dimensiones son :

Ancho vigas diafragmas (ad)= 0.250Peralte vigas diafragmas (hd)= 0.700Separacion de vigas entre ejes ( S + bw ) 2.250

Metrado de Cargas Peso Propio :

Elemento Medidas (m) Medidas Carga

Viga diafragma 0.25 * 0.70 * 2400 kg/m3 (ad * hd)*2,40 Tn/m3 0.420 Tn/m

W pp 0.420 Tn/m

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 = 1/2"

Af = cm2

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Momento Peso Propio : 8

Mpp = 0.266 Tn - mMpp = 0.266 Ton - m

2.2502.0 MOMENTO POR SOBRECARGA E IMPACTO ( S/C ) + I impacto

M s/c = P * b = 6.49 Ton - mP = 11.54404742 (s/c + Impacto)

M s/c = 6.49 Ton - m 16,000 Klb+0.3%

1.13 1.13

0.56 ´=b

Momento total = M = M pp + M s/c 1.125 1.125

M = 6.759 Ton - m

3.0 DISEÑO POR SERVICIOM = 6.759 Ton - m

w * l 2

L/2 L/2

Página 20




fy = 4200 Kg/cm2f'c = 280 Kg/cm2fc = 0,4*f'c 112 Kg/cm2fs = 0,4*fy 1680 Kg/cm2r = fs / fc 15Es = 2000000 Kg/cm2Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = 250998.007960223 Kg/cm2n = Es/Ec >= 6 7.96819072889596Usar n = 8k = n / (n + r) 0.347826086956522j = 1 - k / 3 0.884057971014493fc*j*k = 34.4398235664776


Hallando los momentos por servicioMs = 6.759 Tn-m/m


d req. = 19.812 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 6.668

Si consideramos acero 5/8" 1.979

Usar acero 5/8" 3.37 barras

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

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

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4.0 DISEÑO POR ROTURA1.0 Acero Principal1.1 Acero positivo y negativo

M+/- = 11.696 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b) 30420

0.384480547

1.659168 0.110611

0.040832 0.002722

188.741

4.645

Usamos: 4.645 a = 0.82 cmverificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.688As mín < As 0.000 USAR CUANTIA MINIMA

Tomamos 5.688

Si consideramos acero 5/8" 1.979

Usar acero 5/8" 2.87 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 = 2.874 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 cmrecubrimiento lateral = rec = (2") = 4.78 cm

3/8 0.95 cm

Ancho mínimo de la viga b = 24.94915 cm1.000 BIEN

Usar acero 5/8" 3

Usar acero 1/2" 2

Usar Estribo de 3/8" @ 0.15d 0.700 Usar acero 5/8" 4

X dcb

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 =

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"

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0.250

DISEÑO DE ESTRIBOS PUENTE MICAELA BASTIDAS

PROYECTO : CONSTRUCCION DEL PUENTE HUANCAR

UBICACIÓN : Localidad : Huancar

Distrito : Pararin

ZONAL Provincia : Recuay

Departamento : Ancash

DATOSALTURA DE ZAPATA CIMENTACION (m) d = 1.50TIPO DE TERRENO (Kg/cm2) d = 1.81ANCHO DE PUENTE (m) A = 5.10LUZ DEL PUENTE (m) L = 17.50ALTURA DEL ESTRIBO (m) H = 5.00ANGULO DE FRICCION INTERNA (grado) =f 44.25ALTURA EQUIV, DE SOBRE CARGA (m) h' = 0.60PESO ESPECIF, RELLENO (Tn/m3) 2.04PESO ESPECIF, CONCRETO (Tn/m3) 2.30

M = 1.30N = 0.45E = 0.75G = 1.50a = 1.20b = 0.70c = 0.80B = 4.00

CONCRETO ESTRIBOS (Kg/cm2) f'c = 175fc =0.4f'c=70 Kg/cm2

A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A

1-Empuje de terreno,h= 1.20h'= 0.60C= 2(45- /2) TAN f 0.18

E= 0,5*W*h (h+2h")*C 0.523 TN

Ev=E*Sen (o/2)= 0.197Eh=E*Cos (o/2)= 0.484

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 0.50

Fuerzas verticales actuantes

Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 1.932 0.35 0.6762

g1 =g2 =

Ev 0.197 0.70 0.137857752Total 2.12893965 0.814057752

Xv=Mt/Pi 0.382 mZ=Eh*Dh/Pi 0.114 me=b/2-(Xv-Z) 0.081 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,

P =Fv(1+6e/b)/(ab) 5.16 CONFORME

Chequeo al volteo

FSV=Mi/(Eh*Dh) 3.36 >2 CONFORME

Chequeo al Deslizamiento

FSD=Pi*f/Eh 3.08 >2 CONFORME

B- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B

1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,a-Empuje terreno:H= 5.00h'= 0.60C= 0.18E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 5.628442205 TnEv=E*Sen (o/2)= 2.120 TnEh=E*Cos (o/2)= 5.214 Tn

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 1.83 m

<d


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 8.050 1.9 15.295P2 6.992 1.15 8.041P3 3.277 0.50 1.639Ev 2.120 1.83 3.875Total 20.439 28.850

Xv=Mt/Pi 1.41 mZ=Eh*Dh/Pi 0.47 me=b/2-(Xv-Z) 0.18 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,


Chequeo al volteo




2-Estado :Estribo con puente y relleno sobrecargado,Peso propio 40.36Reacción del puente debido a peso propio,R1= 7.91 tn/m P= 3.629 T

Rodadura -fuerza HorizontalR2=5% de s/c equivalente, 0.231 Tn/M

Reaccion por sobrecargaR3= 6.77 Tn


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 7.914 1.15 9.101R3 6.774 1.15 7.790P vertical tot, 20.439 1.41 28.850Total 35.127 45.740

Xv=Mt/Pi 1.302 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 5.214 1.83 9.531R2 0.231 6.80 1.571Total 5.445 11.102

<d

Yh=Mi/Pi 2.039Z= 0.316e= 0.139

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= 4H= 6.50h'= 0.60C= 0.18E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 9.087210721Ev=E*Sen (o/2)= 3.423Eh=E*Cos (o/2)= 8.418

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 2.34

<d


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 8.050 3.2 25.760P2 6.992 2.45 17.130P3 3.277 1.80 5.899P4 13.800 2 27.600P5 2.250 3.78 8.494Ev 3.423 4.00 13.690Total 37.792 98.574

Xv=Mt/Pi 2.608 mZ=Eh*Dh/Pi 0.520 me=b/2-(Xv-Z) -0.088 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 7.914 2.45 19.388R3 6.774 2.45 16.597P vertical tot, 37.792 2.61 98.574Total 52.480 134.559

Xv=Mt/Pi 2.564 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 8.418 2.34 19.660R2 0.231 8.30 1.917Total 8.649 21.578

Yh=Mi/Pi 2.49Z= 0.41e= -0.15 <b/6 CONFORME

<d

VERIFICACIONES



Chequeo al volteo




<d

Documents

DISEÑO PUENTE CARROZABLE