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Puentes Vigas T
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DISEÑO DE PUENTE DE HºAº SOBRE VIGA T
L c = 10 [m.]
HS20-44 + 20% (AASHTO - 93)
P/4 P P
HS20 - 44 + 20% 4359 17436 17436 [kg.]
Cargas Equivalente
HS20 - 44 + 20 %
7356 [kg.] (para el momento)
14160 [kg.] (para el cortante) 1140 carga uniforme por metro
lineal de carga por faja.
No de vias 1
Carriles por via 3
Ancho de fajas de trafico 3.05 [m.]
No fajas = 1 * 3 = 3
Hormigón
Peso Normal hormigon 24 [KN/m^3] = 2400 [kg/m^3]
Resistencia del concreto 21 [Mpa] = 210 [kg/cm^2]
Acero de refuerzo 420 [Mpa] = 4200 [kg/cm^2]
Asfalto peso normal 22 [KN/m^3] = 2200 [kg/m^3]
1. DISEÑO ESTRUCTURAL DEL BARANDADO(POSTES Y PASAMANOS) .-
2. DISEÑO ESTRUCTURAL DE LA ACERA .-
A ) Condiciones de diseño .-
1. Luz de calculo .-
2. Carga camion tipo + 20 % (AASHTO - 93)
3. No de vias.-
B) MATERIALES :
C) CONTENIDO :
3. ANCHO DE CALZADA .-
4. ANCHO DE CALZADA .-
Wc = (No de fajas) * (ancho de fajas) + 1
Wc = 3 * 3.05 + 1 = 10.15 [m.]
No de vigas =
No de vigas = 10.15 / 3.05 + 1 = 4.3279
adoptamos :
No de vigas = 5
Fracción de carga .-
El momento flector por carga por carga viva para cada sección de viga debe ser deter-
minado aplicando la fracción de carga al efecto provocado por una fila de ruedas.
Para nuestro caso el factor de carga viva interior sera determinado por:
6. ESPACIAMIENTO ENTRE VIGAS .-
W c
3. 05+1
factor de carga interna
vigas T de hormigon
para dos o mas fajas de trafico fci = 0.547*S
( tabla del Puentes Hugo Belmonte Pag. 78 )
factor de carga externa
en el caso de S > 4.3 m. La carga en la viga longitudinal será la reaccion producida por
las cargas de las ruedas suponiendo que entre las vigas longitudinales el piso actua como
simplemente apoyado.
Como se puede ver en el grafico la mayoria de los camiones tipos según la AASHTO 96
tiene la separaciones indicadas de hay se tiene :
fce = =
fce =
por otra parte del grafico :
4 * S + 2 * A = Wc
4 * s + 2 * a = 10,15
s
3a*2s*2 2∗(s+a−2 . 4 )+1 . 8s
donde a :
a = (10,15 - 4 * s ) / 2
resolviendo las anteriores ecuaciones tenemos :
igualando
fce = fci
= 0.547 * s
2 * s + 2 * a - 3 = 0.547 * s^2
reemplazando a :
a = (10,15 - 4 * s ) / 2
2 * s + 2 * ((10,15 - 4 * s ) / 2) - 3 = 0.547 * s^2
2 * s + 10,15 - 4 * s - 3 = 0.547 * s^2
finalmente tenemos :
0.547 * s^2 + 2 * s - 7,15 = 0
resolviendo tenemos :
s = 2.223 [m.] s = -5.879 [m.]
adoptamos el valor de : s = 2.223 [m.] Ok
reemplazando :
a = 0.629 [m.]
- Espesor de la losa :
El espesor de la losa interior viene dado por :
>0.165 [m.]
t = (2.223 + 3.05) / 30 = 0.1757666667 [m.]
asumimos un espesor de losa de 20 [cm.]
- Losa interior :
Momento por carga muerta :
Peso propio 0.200 * 2400 = 480 [kg/m^2]
capa de rodadura 0.025 * 2200 = 55 [kg/m^2]
Suma 535 [kg/m^2]
Luz de calculo para el momento.
7.- DISEÑO DE LA LOSA .-
Lm =
s
3a*2s*2
t=s+3.0530
M cm=QCM∗Lm
2
10
s - Bw
calculo del ancho de viga Bw :si : L > 20 Bw = 45 [cm.]
L > 15 Bw = 40 [cm.]L > 10 Bw = 35 [cm.] OK
adoptamos Bw = 35 [cm.]
Lm = 2.223 - 0.35 = 1.873 [m.]
535 * 1.873^2 / 10 = 187.685 [kg * m /metro ]
Momento por carga viva :según las normas de la AASHTO para camiones tipo H 20 - S 16para carga viva de luces simples sera determinado por la siguiente formula lacual no incluye el impacto .
donde 0.80 es el factor de continuidad por ser una losa continua sobre tres omas apoyos el mismo se aplicara tanto para el momento positivo como para el momento negativo.
0.8 * (1.873 + 0.61 ) * 8718 / 9.75
1776.1472 [kg * m]
Momento por impactoLc = 1.873 [m.]
I =15
=15
= 0.38 < 0.30Lc + 38 1.873 + 38
no cumple entonces asumimos I = 30 %
CM 188 ### CV
Lm =
M CM =
MCV =
MCV =
MI = I * MCV
MCV=0. 80∗(Lm+0 . 61
9.75)∗PRUEDA
0.3 * 1776.1472 = 532.84416 [kg * m]
1776.15 + 532.84 = 2308.99 [kg * m]Momento de diseño:
Mu = 1.3 * (187.685 + 1.67 * 2308.991)
Mu = 5256.811 [kg/m]
Peralte :
r
20d
r = 2.50 [cm.]h = 20.00 [cm.]
12.00 [mm.] diametro asumido
d = 20-2.5-1.2/2 = 16.9[cm.]
Cuantia minima
14 / 4200 = 0.00333
Cuantia balanceada
0.85^2*(6090/(6090+4200))*210/4200
0.02138Cuantia maxima
MI =
ML =
Mu =1.3 * ( MD + 1.67 * ML )
MD Momento por carga muertaML Momento por carga viva
q =
d min. =
d balanceado =
d balanceado =
δmin=14fy
δb=0 . 852∗(60906090+fy )∗ fc
fy
d=h−r−θ2
0.75 * 0.02138###
0.0160
Cuantia necesaria
b = 100.00 [cm.]
210*(1-(1-2.36*5256.811*100/(0.9*210*100*16.9^2))^(1/2))/(1.14*4200)
0.00537
luego el cuantia asumida es :
0.00537
Calculo del acero de refuerzo
As = *b*d
As = 0.00537*100*16.9 = 9.075 [cm.]
asumiendo un acero 14 [mm] Area = 1.539 [cm^2]
No de acero9.08 / 1.54 = 5.895
6
separacion = 16.670
separacion = 15.000 (asumida)
O 14[mm.] c/15[cm.] 6.667 * 1.539 = 10.263 > 9.075 OK
Armadura de distribucion :
< 67 %L = 1.87 [m.]
As dist. = 122 / (1.873)^0.5 = 89.144 %
asumimos 67 %As dist. = 67 % *As
As dist. = 0.67 * 9.08 = 6.08
asumiendo un acero de : 14 [mm] Area = 1.5394 [cm^2]
d max. =
d max. =
d necesario =
d necesario =
d asumida =
d necesario
No aceros =
No asumido =
δ nec=fc
1 . 14∗fy [1−√1− 2. 36∗Mu
p∗fc∗b∗d2 ]
δmax=0. 75∗δb
Asdist .=
122
√L
No de acero6.08 / 1.54 = 3.95
4
separacion = 25.00
separacion = 25.00 (asumida)
q 14[mm.] c/25[cm.] 4 * 1.539 = 6.1575 > 6.08 OK
Armadura por temperatura :
2.26 [cm.^2]
- Losa en volado : Con las siguientes formulas para la distribución de las cargas enlas losas en voladizo se diseñaran dichas losas, independientemente del borde delapoyo a lo largo del extremo del voladizo. ancho de distribución Armadura perpendicular al trafico
E = 0.8 * X + 1.4 < 2.13
En el caso de que E sea mayor a 2.13 entonces se aumenta el numero de vigas y re -ducir de esta manera el ancho de separacion y volver a recalcular todo.
X distancia del punto de apoyo en [m.]
del grafico :
0.629 - 0.175 - 0.30 =
X = 0.154 [m.]
E = 0.80 * 0.154 + 1.40
E = 1.5232 [m.]
Momento por metro de losa :
M =P
* XE
M =8718
* 0.154 = 881.415441 [kg*m]
No aceros =
No asumido =
Ast =
X = a - Bw/2 - 0.30 =
M =1.5232
* 0.154 = 881.415441 [kg*m]
Momento por impacto : Lc = a + Bw / 2 = 0.454 [m.]
I =15
=15
= 39.008 < 30Lc + 38 0.454 + 38
no cumple entonces asumimos I = 30 %
0.3 * 881.415 = 264.425 [kg * m]
Momento por carga muerta .- del diseño del barandado se tomaran losdatos de la siguiente grafica haciendo sumatoria de momentos en el punto O
10
F1v= 150 (kg/m)
3.0
F2H= 225 (kg/m) 12.0
F1M
40
84 F1v= 150 (kg/m)
F1H= 450 (kg/m) 12.0
F2M 3 Fq 17
q = 415 (kg/m^2)
15 Pi = 750
F5M 25
F3M 2
C(cm) 5 45
30 F6M
a - Bw = 45.4
FIG. DESIGNACIONCARGA BRAZO MOMENTO RESPECTO DE O
(kg) (m)
MI =
MD (kg-m) ML (kg-m)
(0.12*0.12*0.84*2400)/2.52 11.52 1.515 17.453
.5*(0.05*.84*0.12*2400)/2.52 2.40 1.592 3.821
(0.15*0.05*0.12*2400)/2.52 1.20 1.600 1.920
(0.45*0.15*2400) 162.00 1.330 215.460
0.4*0.7*2400 504.00 0.905 456.120
0.20*0.705*2400 338.40 0.353 119.455
225 225 1.100 no se utiliza
450 450 0.580 no se utiliza
150.00 150.00 1.485 no se utiliza
150.00 150.00 1.510 no se utiliza
(0.12*0.12*2400) 34.56 1.485 51.322
(0.16*0.12*2400) 46.08 1.510 69.581
415*0.75 311.25 1.080 336.15
750.00 750.00 0.350 262.50
P (17436/2) / 1.724 5056.8445 0.405 2048.02
935.131 2646.67204cm ### ### cv
+2646.67 + 264.43 = 2911.10
Momento de diseño:
Mu = 1.3 * (935.131 + 1.67 * 2911.097)
Mu = 7535.662 [kg/m]
Peralte :
r
20d
r = 2.50 [cm.]h = 20.00 [cm.]
12.00 [mm.] diametro asumido
d = 20-2.5-1.2/2 = 16.9[cm.]
F1M
F2M
F3M
F4M
F5M
F6M
F2H
F1H
F1V
F2V
FP1
FP2
Fq
Fq
ML = Mcv MI ML =
Mu =1.3 * ( MD + 1.67 * ML )
MD Momento por carga muertaML Momento por carga viva
q =
Σ
d=h−r−θ2
Cuantia minima
14 / 4200 = 0.00333
Cuantia balanceada
0.85^2*(6090/(6090+4200))*210/4200
0.02138Cuantia maxima
0.75 * 0.02138###
0.0160
Cuantia necesaria
b = 100.00 [cm.]
210*(1-(1-2.36*7535.662*100/(0.9*210*100*16.9^2))^(1/2))/(1.14*4200)
0.00794
luego el cuantia asumida es :
0.00794
Calculo del acero de refuerzo
As = *b*d
As = 0.00794*100*16.9 = 13.419 [cm.]
asumiendo un acero de 20 [mm] Area = 3.142 [cm^2]
No de acero13.42 / 3.14 = 4.271
d min. =
d balanceado =
d balanceado =
d max. =
d max. =
d necesario =
d necesario =
d asumida =
d necesario
No aceros =
δnec=fc
1 . 14∗fy [1−√1− 2. 36∗Mu
p∗fc∗b∗d2 ]
δmin=14fy
δmax=0. 75∗δb
δb=0 . 852∗(60906090+fy )∗ fc
fy
5
separacion = 20.000
separacion = 20.000 (asumida)
O 20[mm.] c/20[cm.] 5 * 3.142 = 15.708 > 13.419 OK
Armadura de distribucion :
< 67 %L = 1.87 [m.]
As dist. = 122 / (1.873)^0.5 = 89.144 %
asumimos 67 %As dist. = 67 % *As
As dist. = 0.67 * 13.42 = 8.99
asumiendo un acero de 16 [mm] Area = 2.0106 [cm^2]
No de acero8.99 / 2.01 = 4.471
5
separacion = 20.00
separacion = 25.00 (asumida)
q 16[mm.] c/25[cm.] 5 * 2.011 = 10.0531 > 8.99 OK
Armadura por temperatura :
2.26 [cm.]
asumiendo un acero de 8 [mm] Area = 0.5027 [cm^2]
No de acero2.26 / 0.5 = 4.496
5
separacion = 20.00
separacion = 20.00 (asumida)
q 8[mm.] c/20[cm.] 5 * 0.503 = 2.5133 > 2.26 OK
Entonces asumimos para toda la losa la siguiente distribucion de aceros esto por motivo de constructivoAcero de refuerzo q O 20[mm.] c/20[cm.]
No asumido =
No aceros =
No asumido =
Ast =
No aceros =
No asumido =
Asdist .=
122
√L
Armadura de distribucion : q 16[mm.] c/25[cm.]Armadura por temperatura : q 8[mm.] c/20[cm.]
- Vigas interiores :Para el control de defexiones se debe tomar la altura con la siguiente formula
H =L + 2.743
=10 + 2.743
= 0.708 [m.]18 18
H = 1.1 asumido
H - t - 0.25
1.1 - 0.2 - 0.25 = 0.65 [m.]
761.760 [kg/m.]Cargas :Nervio de la viga = ( 1.1 - 0.2 ) * 0.35 * 2400 = 756.000 [kg/m.]Losa = 0.2 * 2.223 * 2400 = 1067.040 [kg/m.]Capa de rodadura = 0.025 * 2.223 * 2200 = 122.265 [kg/m.]Barandado y bordillo = =
2 / 5 * 761.76 = 304.704 [kg/m.]S 2250.009 [kg/m.]
Viga Diafragma 1 viga central L < 242 viga 2 / 3 L > 24
Espesor de Diafragma :0.25 [m.]
Carga del diagrama = (2.223 - 0.35) * 0.65 * 0.25 * 2400 = 730.47 [kg]
8. DISEÑO DE LAS VIGAS LONGITUDINALES .-
Altura diafragma HD
HD =
HD =
S Carga muerta del barandado y bordillo será :
2 / # vigas * S carga Muerta
b diafr. =
1
0.25
730.47 [kg]
8170 (kg) para el momento 2250.009 [kg/m.]
L = 10 [m.]
1 * 2250.009 * 10 ^ 2 +
1 * 730.47 * 10
8 4
29951.288 [kg * m.]
Momento por carga viva :a ) Tren de carga :
CL4.3 4.3
P/4 P R P
0.716 0.716
3.484 5.016 3.584 4.916
5.000 5.000
P/4 P P
A
3.484 4.300 4.300 4.916
Sumatoria de momentos en A:17436.00 = 8718.000
((8718 / 4) * 3,484 + 8718 * 7,784 + 8718 * 12,084)/1710635.45 [kg.]
Sumatoria de fuerzas verticales:
19615.5019615.50 - 10635.45 = 8980.05 [kg.]8980.05 [kg.]
M CM =
M CM =
RA RB
PEJE = PRUEDA = PEJE /2(8718 / 4) * 3,484 + 8718 * 7,784 + 8718 * 12,084 = RB * 17
RB =
RB =
RA+RB = 8718/4 + 8718 + 8718RA+RB = RA = RA =
Diagrama de cortantes:
8980.05 6800.55
-1917.45
-10635.45
Momento maximo para : X = 7.784 [m.]
8980,05 * 7,784 + 2179,5 * 4.30 = 79272.5592 [kg * m]
79272.5592 [kg * m]
b ) Momento por carga equivalente .-Posición de las cargas equivalentes 1
7356 [kg.] para el momento
1140 [kg/m]
Lc = 10.00 [m.]
(1/8)* q *(Lc^2)+ (1/4)*(P*Lc)
(1/8) * 1140 * (12^2) + (1/4) * (7356 * 12)
Mcv =
Mcv =
Mcv =
Mcv =
42588.00 [kg*m]
Posición de las cargas equivalentes 2
7356 [kg.] para el momento
1140 [kg/m]
A Lc = 10.00 [m.] B
Haciendo sumatoria de mometos en el punto B1140 * L^2 / 2 + 7356 * L
L
1140 * 10 ^2/2 + 7356 * 10=
130560.0010.00 10.00
13056.00 [kg.]
5700.00
-5700
luego en el diagrama de cortantes se puede deducir que el momento maximo se encuentra en el punto central.
13056 * 5 - 7356 * 5 - 1140 * 5^2/2
14250 [kg*m]Luego observamos que el mayor de los dos momentos por carga equivalente es :
14250.00 [kg*m]
42588.00 [kg*m]Luego el momento maximo por carga equivalente es :
42588.00 [kg*m]
Para el momento por carga viva final se tomara el mayor de los encontrados tanto por carga equivalente como por el de tren de carga.
Mcv =
RA
RA =
RA =
RA =
Mcv = RA * L / 2 - R*L/2-1140 * (L / 2)^2 / 2
Mcv =
Mcv =
Mcv =
Mcv =
Mcv =
Momento por tren de carga 79272.5592 [kg*m]Momento por carga equivalente 42588.000 [kg*m]
finalmente tenemos como el momento por carga viva de :42588.00 [kg*m]
luego el momento por carga viva será :0.547*s = 0.547 * 2.223 = 1.22
1.22 * 4258851957.36 [kg*m]
Momento por impacto :
I =15
=15
= 0.3 < 30Lc + 38 10 + 38
cumple entonces asumimos I = 30 %0.3 * 51957.36 = 15587.21 [kg * m]
Momento por acera :10
F1v= 150 (kg/m)
3.0
F2H= 225 (kg/m) 12.0
F1M
40
84 F1v= 150 (kg/m)
F1H= 450 (kg/m) 12.0
F2M 3 Fq 17
q = 415 (kg/m^2)
15 Pi = 750
F5M 25
F3M 2
C(cm) 5 45
30 F6M
como se puede observar del grafico anterior:ancho de acera = 0.75 [cm.]
Mcv = Mcv =
Mcv =
Mcv = fI * Mmax fci =
Mcv = Mcv =
MI =
1* Fq *ancho de acera *
2* L^2
8 # de vigas
1* 415 * 0.75 *
2* 10^2
8 5
2241.00 [kg*m.]
51957.36 + 15587.208 + 2241
69785.57 [kg*m.] (momento por carga viva total)
Determinación del ancho de patín
b < L/4 = 10/4 = 2.5b < = 12 * 0.2 + 0.35 = 2.75b < Cl a Cl en las vigas = S = 2.223 = 2.223
de los anteriores valores se tomar el menor
b = 2.22 [m.]
diseño de la viga :
b = 2.22
at = 0.2
0.35
sia > t Se diseña como viga " T " de anchoa < t Se diseña como viga rectangular de ancho b
cm ### ### cvMomento de diseño:
MAC=
MAC=
MAC=
MCL = MCV + MAC + MI
MCL =
MCL =
12*t+bw
bw =
bw =
Mu =1.3 * ( MD + 1.67 * ML )
MD Momento por carga muerta
Mu = 1.3 * (29951.288 + 1.67 * 69785.568)
Mu = 190441.143 [kg/m]
Peralte :
r H = 1.10 [m.]
110d
r = 3.50 [cm.]h = 110.00 [cm.]
estribo = 10.00 [mm.]25.00 [mm.] diametro asumido
d = 110-3.5-2.5/2 - 1= 104.25[cm.]
a = 5.22 [m.] < 20.00 Se diseña como viga rectangular de ancho b
Cuantia minima
14 / 4200 = 0.00333
Cuantia balanceada
0.85^2*(6090/(6090+4200))*210/4200
0.02138Cuantia maxima
ML Momento por carga viva
q =
d min. =
d balanceado =
d balanceado =
δmin=14fy
δmax=0. 75∗δb
δb=0 . 852∗(60906090+fy )∗ fc
fy
d=h−r−θ2−estribo
a=d−√d2−2 . 6∗M u
f c'∗b
0.75 * 0.02138###
0.0160
Cuantia necesaria
b = 222.30 [cm.]
210*(1-(1-2.36*190441.143*100/(0.9*210*222.3*104.25^2))^(1/2))/(1.14*4200)
0.00221
luego el cuantia asumida es :
0.00333
Calculo del acero de refuerzo
As = *b*d
As = 0.00333*222.3*104.25 = 77.172 [cm.]
asumiendo un acero de : 32 [mm] Area = 8.042 [cm^2]
No de acero77.17 / 8.04 = 9.596
12
12 O 32[mm.] 12.005 * 8.042 = 96.55 > 77.172 OK
separación horizontal
Minima s = 1.5*3.2 = 4.8 [cm.]
separación verticalMinima s = 1" = 2.5 [cm.]
recubrimiento horizontal y vertical 3.5 [cm.]
luego colocaremos 5 filas de 4 barras cada fila
separacion entre ejes de barra horizontal 8.3 [cm.]
separacion entre ejes de barra vertical 5.7 [cm.]
- Vigas exteriores :
d max. =
d max. =
d necesario =
d necesario =
d asumida =
d necesario
No aceros =
No asumido =
1.5 * q =
δ nec=fc
1 . 14∗fy [1−√1− 2. 36∗Mu
p∗fc∗b∗d2 ]
s
0.2
0.65 1.1
0.25a"
bw = 0.35
a` = a + S/2 = 0.63 + 2.223/2 = 1.7415 [m.]
a" = S/2 - bw/2 = 2.223/2 -0.35/2 = 0.9365 [m.]
Carga muerta :
Nervio 0.35 * 0.9 * 2400 = 756.000 [kg/m]
Losa 1,742 * 0.20 * 2400 = 836.160 [kg/m]
Capa de rodadura 1,742 * 0.025*2200 = 95.810 [kg/m]
Barandado y bordillo = (2/# vigas) * Carga Muerta (2/5) * 583,419 = 233.368 [kg/m]
g = 1921.338 [kg/m]
Diafragma:
= 0,937 * 0,65 * 0.25 * 2400 = 365.43 [kg.]
Momento por carga muerta :
365.43
1921.338
L = 10 [m.]
= 1/8 * g * L^2 + 1/4 * Diafragma * 17
= 1/8 * 1921,338 * 17^2 + 1/4 *365,43 * 17
= 70961.41275 [kg*m]
Momento carga viva :
Mcv = Tomamos el mayor de la viga exterior Mcv = 42588.00 [kg*m]
fce = ( 2 * ( a + s ) - 3) / S = ( 2 * ( 0.63 + 2.22 ) - 3 ) / 2.22
Peso del diafragma = a" * HD * b * 2400
MCM
MCM
MCM
fce = 1.216
Mcv = fce * Mmax = 1.216 * 42588.00 = 51787.008
Momento por impacto : Lc = 10
I =15
=15
= 0.28 < 30Lc + 38 10 + 38
cumple entonces asumimos I = 28 %
MI = 0.28 * 51787.008 = 14500.36 [kg * m]
como se puede observar del grafico anterior:
ancho de acera = 0.75 [cm.]
1* Fq *ancho de acera *
2* L^2
8 # de vigas
1* 415 * 0.75 *
2* 10^2
8 5.00
2241.00 [kg*m.]
51787.008 + 2241 + 14500.36224
68528.37 [kg*m.] (momento por carga viva total)
b = 2.22 [m.]
diseño de la viga :
b = 2.22
at = 0.2
0.35
si
MAC=
MAC=
MAC=
MCL = MCV + MAC + MI
MCL =
MCL =
bw =
a > t Se diseña como viga " T " de ancho bw =
a < t Se diseña como viga rectangular de ancho b
cm ### ### cvMomento de diseño:
ML Momento por carga viva
Mu = 1.3 * (70961.413 + 1.67 * 68528.37)Mu = 241024,93 [kg/m]Mu = 190441.143 [kg/m]
como se puede observar el valor del momento mayorado es menor que el utilizado en la viga interior se asumira
el valor de momento mayorado para la viga interior
Peralte :
r H = 8.00 [m.]
110d
r = 3.50 [cm.]h = 110.00 [cm.]
estribo = 10.00 [mm.]25.00 [mm.] diametro asumido
d = 110-3.5-2.5/2 - 1= 104.25[cm.]
a = 5.22 [m.] < 20.00 Se diseña como viga rectangular de ancho b
Cuantia minima
14 / 4200 = 0.00333
Cuantia balanceada
Mu =1.3 * ( MD + 1.67 * ML )
MD Momento por carga muerta
q =
d min. =
δmin=14fy
δb=0 .852∗(60906090+fy )∗ fc
fy
d=h−r−θ2−estribo
a=d−√d2−2 . 6∗M u
f c'∗b
0.85^2*(6090/(6090+4200))*210/4200
0.02138Cuantia maxima
0.75 * 0.02138###
0.0160Cuantia necesaria
b = 222.30 [cm.]
210*(1-(1-2.36*190441.143*100/(0.9*210*222.3*104.25^2))^(1/2))/(1.14*4200)
0.00221
luego el cuantia asumida es :
0.00333
Calculo del acero de refuerzo
As = *b*d
As = 0.00333*222.3*104.25 = 77.172 [cm.]
asumiendo un acero de : 32 [mm] Area = 8.042 [cm^2]
No de acero77.17 / 8.04 = 9.59612
12 O 32[mm.] 12.005 * 8.042 = 96.55 > 77.172 OK
separación horizontal
Minima s = 1.5*3.2 = 4.8 [cm.]
separación vertical
Minima s = 1" = 2.5 [cm.]
recubrimiento horizontal y vertical 3.5 [cm.]
luego colocaremos 5 filas de 4 barras cada fila
separacion entre ejes de barra horizontal 8.3 [cm.]
separacion entre ejes de barra vertical 5.7 [cm.]
d balanceado =
d balanceado =
d max. =
d max. =
d necesario =
d necesario =
d asumida =
d necesario
No aceros =No asumido =
1.5 * q =
10. CORTE EN LAS BARRAS .- (en 4 secciones criticas)
δ nec=fc
1 . 14∗fy [1−√1− 2. 36∗Mu
p∗fc∗b∗d2 ]
δmax=0. 75∗δb
δb=0 .852∗(60906090+fy )∗ fc
fy
Como se pudo ver en la viga exterior el analisis mas desfavorable ocurre cuando se tiene las cargas en el
diseño de la viga interior para el cual se va a diseñar, el corte en las barras en tomando datos de la viga interior
el diseño se hara a :
x1 = 0
x1 = L / 2
x1 = L / 4
x1 = d ( peralte de la viga )
X = 1
17 -4,3 17x1 = 0 X = 0.747
Y = 117 -8,6 17
Y = 0.494Ra Rb
Ra = P + fci * ( P * X1 + P/4* Y1)
P = Peje / 2 = 17436 / 2 =
1 X P = 8718Y
fci = 0.547 * S = 0.547 * 2.22
fci = 1.214
Ra = 8718 + 1.214 * ( 8718 * 0,747 + ( 8718/4) * 0,494)
Ra = 17931.07 [kg.]
Vcv = Ra = 17931.07 [kg.]
P P P
4.3 4.3
4.3 4.3 8.4
Cortante por impacto Lc = 17 [m.]
I = 15
= 0.3 < 30Lc + 38
I = 15
= 0.2727 < 3017 +38
I = 0.28
VI = 0.28 * 17931.069
VI = 5020.699
5020.699 + 17931.07 = 22951.77
Carga muerta :
x1
VCL = VI + Vcv
VCL =
D D D
g
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( 2.22 - 0.35 ) * 0.65 * 0.25 * 2400 =
D = 729.3 [kg]
Carga de la viga interior :
Nervio de viga ( 1.1 - 0.2 ) * 0.35 * 2400 = 756.00
Losa 0.2 * 2.22 * 2400 = 1065.60
Capa de rodadura 0.025 * 2.22 * 2200 = 122.10
g = 1943.7000
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 1943.7 * 17 + ( 1/2 ) * 729.3 * 3 =
VD = 17615.4 [kg]
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 17615.4 + 1.67 * 22951.768 ] =
Vv = 72728.308328 [kg]
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =72728.308
0.85 * 35 * 104.25
Vu = 23.450
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` 23.45 - 7.68 > 2.12 * 210
15.770 > 30.722 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` 23.45 - 7.68 > 1.06 * 210
15.770 > 15.361 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` 23.45 - 7.68 > 0.53 * 210
15.770 > 7.680 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 35 [cm.]
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
15.77 * 35 551.95
S = 11.947 [kg.]
Para el tramo dondex1 = 0
adoptaremos estribos de :
q 10 [mm.] cada 10 [cm.]
x1 = L/4 = 4,25 [m.]
Ra Rb
x=
0.758.45 12.75
x = 0.4970.75 = z = (L - a )/ L x y
y=
0.75 a / L = 0.25 4.15 12.75
y = 0.244
P P P/44.25 4.3 4.3
4.25 4.3 4.3 4.15 Lt = 17.00 [m.]
Ra = fci * ( P *Z+P * X1 + P/4* Y1)
P = Peje / 2 = 17436 / 2 =
P = 8718
Av =
asumiendo q
x1
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
fci = 0.547 * S = 0.547 * 2.22
fci = 1.214
Ra = 1.214*(8718*0.75 + 8718 * 0.497 + 8718/4 * 0.244)
Ra = 13843.42 [kg.]
Vcv = Ra = 13843.42 [kg.]
Cortante por impacto Lc = 17 [m.]
I = 15
= 0.3 < 30Lc + 38
I = 15
= 0.2727 < 3017 +38
I = 0.28
VI = 0.28 * 13843.417
VI = 3876.157
3876.157 + 13843.42 = 17719.57
Carga muerta :
D D D
g
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( 2.22 - 0.35 ) * 0.65 * 0.25 * 2400 =
D = 729.3 [kg]
Carga de la viga interior :
Nervio de viga ( 1.1 - 0.2 ) * 0.35 * 2400 = 756.00
Losa 0.2 * 2.22 * 2400 = 1065.60
Capa de rodadura 0.025 * 2.22 * 2200 = 122.10
g = 1943.7000
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 1943.7 * 17 + ( 1/2 ) * 729.3 * 3 =
VCL = VI + Vcv
VCL =
VD = 17615.4 [kg]
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 17615.4 + 1.67 * 17719.574 ] =
Vv = 61369.215154 [kg]
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =61369.215
0.85 * 35 * 104.25
Vu = 19.787 [kg/cm]
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` 23.45 - 7.68 > 2.12 * 210
12.107 > 30.722 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` 23.45 - 7.68 > 1.06 * 210
12.107 > 15.361 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` 23.45 - 7.68 > 0.53 * 210
12.107 > 7.680 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 35 [cm.]
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
12.107 * 35 423.745
S = 15.561 [kg.]
Para el tramo dondex1 = L/4 = 4,25 [m.]
adoptaremos estribos de :
q 10 [mm.] cada 15 [cm.]
x1 = L/2 = 8,5 [m.]
Av =
asumiendo q
x1
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
Ra Rb
x=
0.58.6 8.6
x = 0.50.5 = z = (L - L/2 )/ L x y
y=
0.5 1 - z = 0.5 4.3 8.6
y = 0.25
P P P4.3 4.3
8.4 4.3 4.3 Lt = 17.00 [m.]
Ra = fci * ( P (0,5+ Y1) + P/4*0)
P = Peje / 2 = 17436 / 2 =
P = 8718
fci = 0.547 * S = 0.547 * 2.22
fci = 1.214
Ra = 1.214*(8718*(0.5 + 0.25) + 8718/4 * 0)
Ra = 7937.74 [kg.]
Vcv = Ra = 7937.74 [kg.]
Cortante por impacto Lc = 17 [m.]
I = 15
= 0.3 < 30Lc + 38
I = 15
= 0.2727 < 3017 +38
I = 0.28
VI = 0.28 * 7937.739
VI = 2222.567
2222.567 + 7937.74 = 10160.31
Carga muerta :
D D D
VCL = VI + Vcv
VCL =
g
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( 2.22 - 0.35 ) * 0.65 * 0.25 * 2400 =
D = 729.3 [kg]
Carga de la viga interior :
Nervio de viga ( 1.1 - 0.2 ) * 0.35 * 2400 = 756.00
Losa 0.2 * 2.22 * 2400 = 1065.60
Capa de rodadura 0.025 * 2.22 * 2200 = 122.10
g = 1943.7000
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 1943.7 * 17 + ( 1/2 ) * 729.3 * 3 =
VD = 17615.4 [kg]
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 17615.4 + 1.67 * 10160.306 ] =
Vv = 44958.044326 [kg]
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =44958.044
0.85 * 35 * 104.25
Vu = 14.496 [kg/cm]
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` 23.45 - 7.68 > 2.12 * 210
6.816 > 30.722 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` 23.45 - 7.68 > 1.06 * 210
6.816 > 15.361 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` 23.45 - 7.68 > 0.53 * 210
6.816 > 7.680 no se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 35 [cm.]
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
6.816 * 35 238.56
S = 27.641 [kg.]
Para el tramo dondex1 = L/2 = 8,5 [m.]
adoptaremos estribos de :
q 10 [mm.] cada 27 [cm.]
Av =
asumiendo q
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
x1 = d = 1,0425 = 1,04 [m.]
Ra Rb
x=
0.93811.65 15.95
x = 0.68510.938 = z = (L - a )/ L x y
y=
0.938 a / L = -0.062 7.35 15.95
y = 0.4322
P P P
4.3 4.3 4.3
x1
1.1 4.3 4.3 7.35 Lt = 17.00 [m.]
Ra = fci * ( P *Z+P * X1 + P/4* Y1)
P = Peje / 2 = 17436 / 2 =
P = 8718
fci = 0.547 * S = 0.547 * 2.22
fci = 1.214
Ra = 1.214*(8718*0.938 + 8718 * 0.685 + 8718/4 * 0.432)
Ra = 18320.30 [kg.]
Vcv = Ra = 18320.30 [kg.]
Cortante por impacto Lc = 17 [m.]
I = 15
= 0.3 < 30Lc + 38
I = 15
= 0.2727 < 3017 +38
I = 0.28
VI = 0.28 * 18320.302
VI = 5129.684
5129.684 + 18320.30 = 23449.99
Carga muerta :
D D D
g
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( 2.22 - 0.35 ) * 0.65 * 0.25 * 2400 =
D = 729.3 [kg]
Carga de la viga interior :
Nervio de viga ( 1.1 - 0.2 ) * 0.35 * 2400 = 756.00
Losa 0.2 * 2.22 * 2400 = 1065.60
Capa de rodadura 0.025 * 2.22 * 2200 = 122.10
VCL = VI + Vcv
VCL =
g = 1943.7000
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 1943.7 * 12 + ( 1/2 ) * 729.3 * 3 =
VD = 12756.15 [kg]
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 12756.15 + 1.67 * 23449.986 ] =
Vv = 67492.914606 [kg]
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =67492.915
0.85 * 35 * 104.25
Vu = 21.762 [kg/cm]
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` 23.45 - 7.68 > 2.12 * 210
14.082 > 30.722 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` 23.45 - 7.68 > 1.06 * 210
14.082 > 15.361 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` 23.45 - 7.68 > 0.53 * 210
14.082 > 7.680 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 35 [cm.]
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
14.082 * 35 492.87
S = 13.379 [kg.]
Para el tramo dondex1 = d = 1,0425 = 1,04 [m.]
Av =
asumiendo q
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
adoptaremos estribos de :
q 10 [mm.] cada 13 [cm.]
(diafragma)
Se diseña como viga apoyada sobre medios elasticos, la viga se considera como infinitamente rigida sobre los apoyos elasticos 1,2,3,4,5.
Reaccion en el apoyo 1:
RI =P
1- 6n + 1 - 2 * I * a
n n^2 - 1 l
donde:n = # de apoyosP = Carga unitaria
distancia del centro de la viga (s) a la cargadistancias entre ejes de apoyo
I = Número asignado a cada poyo (1,2,3,4,5)
Reacciones:
Apoyo 1
R1 =P
1- 65 + 1 - 2 * 1
*a
=P
-1 a P
5 5 ^ 2 - 1 l 5 5 l
Apoyo 2
R2 =P
1- 65 + 1 - 2 * 2
*a
=P
-1 a P
5 5 ^ 2 - 1 l 5 10 l
Apoyo 30
R3 =P
1- 65 + 1 - 2 * 3
*a
=P
5 5 ^ 2 - 1 l 5
Apoyo 4
R4 =P
1- 65 + 1 - 2 * 4
*a
=P
+1 a P
5 5 ^ 2 - 1 l 5 10 l
Apoyo 5
R5 =P
1- 65 + 1 - 2 * 5
*a
=P
+1 a P
5 5 ^ 2 - 1 l 5 5 l
Esfuerzo cortantes Apoyo 2:
11. DISEÑO DE LA VIGA TRANSVERSAL .-
a =l =
CLP
S
1 2 3 4 5
R1 R2
A la derecha de 2
a) P en el apoyo 1:
a = -2.00 lP = 1
V = R1 + R2 + P
R1 =1
-1
*-2.00 l
= 0.65 5 l V = 0.6 + 0.4 -1
R2 =1
-1
*-2.00 l
= 0.4V = 0.000
5 5 l
b) P en el apoyo 2:
CLP
S
1 2 3 4 5
R1 R2
P a la izquierda de 2
a = -1.00 lP = 1
V = R1 + R2 - P
R1 =1
-1
*-1.00 l
= 0.45 5 l V = 0.4 + 0.3 -1
R2 =1
-1
*-1.00 l
= 0.3V = -0.300
5 10 l
P a la derecha de 2
a = -1.00 lP = 1
V = R1 + R2
R1 =1
-1
*-1.00 l
= 0.45 5 l V = 0.4 + 0.3
R2 =1
-1
*-1.00 l
= 0.3V = 0.700
5 10 l
c) P en el apoyo 3: a = 0
CL
PS
1 2 3 4 5
R1 R2
P a la izquierda de 2
a = 0.00 lP = 1
V = R1 + R2
R1 =1
-1
*0.00 l
= 0.25 5 l V = 0.2 + 0.2
R2 =1
-1
*0.00 l
= 0.2V = 0.400
5 10 l
d) P en el apoyo 4:
CLP
S
1 2 3 4 5
R1 R2
a = 1.00 lP = 1
V = R1 + R2
R1 =1
-1
*1.00 l
= 0.05 5 l V = 0.0 + 0.1
R2 =1
-1
*1.00 l
= 0.1V = 0.100
5 10 l
e) P en el apoyo 5:
CL
S
1 2 3 4 5
R1 R2
a = 2.00 lP = 1
V = R1 + R2
R1 =1
-1
*2.00 l
= -0.25 5 l V = -0.2 + 0.0
R2 =1
-1
*2.00 l
= 0.0V = -0.200
R2 =5
-10
* l = 0.0
P = 8718 P = 87181.8
0.7x 0.4 0.1
-0.3
2.22 2.22 2.22 2.22
L3 L1 L2
L1 + L2 = 3 * 2.22 = 6.66
0.9=
0.2 0.9=
0.2L1 + L2 L2 6.66 L2
L2 = 1.48
L1 = 6,66 - 1,48 = 5.18
0.7=
X5.18 3.38
X = 0.46
Carga Muerta Nervio de diafragma =
Nervio de diafragma = 0.25 * 0.65 * 2400 =
Nervio de diafragma = 390
390 *0.7 * L1
-0.2 * L2
-0.3 * L3
2 2 2
390 * 0.7 * 5,18
-0.2 * 1.48
-0.3 * 2.22
2 2 2
519.48 [kg/m.]
Carga Viva
P * (0.7 + X) = 8718 * (0.7 + 0.46)
10112.88 [Kg.]
Cortante por impacto Lc = 2.2 [m.]
I = 15
= 0.3 < 30Lc + 38
b(diafragma) * HD * 2400
VD =
VD =
VD =
VCL =
VCL =
I = 15
= 0.3731 < 302.2 +38
I = 0.3 (ASUMIDO)
VI = 0.3 * 10112.88
VI = 3033.864
3033.864 + 10112.88 = 13146.74
VL Cortante por carga viva
Vu = 1.3 * (519.48 + 1.67 * 13146.744)
Vu = 29216.91 [kg]
Refuerzo cortante ultimo
H = 85 [cm.]recub. = 2.5 [cm.]Arm. = 1 [cm.]Dviga = 81.5 [cm.]
###bw = 25 [cm.]
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =29216.905
0.85 * 25 * 81.5
Vu = 16.870
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` 23.45 - 7.68 > 2.12 * 210
9.190 > 30.722 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` 23.45 - 7.68 > 1.06 * 210
9.190 > 15.361 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` 23.45 - 7.68 > 0.53 * 210
9.190 > 7.680 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 25 [cm.]
VCL = VI + Vcv
VCL =
Vu =1.3 * ( VD + 1.67 * VCL )
VD Cortante por carga muerta
Av =S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
9.19 * 25 229.75
S = 28.701 [kg.]
adoptaremos estribos de :
q 10 [mm.] cada 28 [cm.]
Esfuerzo cortantes Apoyo 3:
CLP
S
1 2 3 4 5
R1 R2 R3
a) P en el apoyo 1:
a = -2.00 lP = 1
V = R1 + R2 - P + R3
R1 =1
-1
*-2.00 l
= 0.65 5 l V = 0.6 + 0.4 -1 + 0.2
R2 =1
-1
*-2.00 l
= 0.4V = 0.200
5 5 l
R3 =1
- 0 0.25
b) P en el apoyo 2:
CLP
S
1 2 3 4 5
R1 R2 R3
a = -1.00 lP = 1
V = R1 + R2 - P + R3
R1 =1
-1
*-1.00 l
= 0.45 5 l V = 0.4 + 0.3 -1 +0.2
R2 =1
-1
*-1.00 l
= 0.3V = -0.100
asumiendo q
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
R2 =5
-10
* l = 0.3
R3 = 0.2
c) P en el apoyo 3: a = 0
CLP
S
1 2 3 4 5
R1 R2 R3
P a la izquierda de 3
a = 0.00 lP = 1
V = R1 + R2 - P + R3
R1 =1
-1
*0.00 l
= 0.25 5 l V = 0.2 + 0.2 -1 +0.2
R2 =1
-1
*0.00 l
= 0.2V = -0.400
5 10 lR3 = 0.2
P a la derecha de 3
a = 0.00 lP = 1
V = R1 + R2 + R3
R1 =1
-1
*0.00 l
= 0.25 5 l V = 0.2 + 0.2 +0.2
R2 =1
-1
*0.00 l
= 0.2V = 0.600
5 10 lR3 = 0.2
d) P en el apoyo 4:
CLP
S
1 2 3 4 5
R1 R2 R3
a = 1.00 lP = 1
V = R1 + R2 + R3
R1 =1
-1
*1.00 l
= 0.0
R1 =5
-5
* l = 0.0V = 0.0 + 0.1 +0.2
R2 =1
-1
*1.00 l
= 0.1V = 0.300
5 10 lR3 = 0.2
e) P en el apoyo 5:
CL
S
1 2 3 4 5
R1 R2 R3
a = 2.00 lP = 1
V = R1 + R2 + R3
R1 =1
-1
*2.00 l
= -0.25 5 l V = -0.2 + 0.0 +0.2
R2 =1
-1
*2.00 l
= 0.0V = 0.000
5 10 lR3 = 0.2
P = 8718 P = 87181.8
0.60.3
x
0.2-0.1 -0.4
2.22 2.22 2.22 2.22
L1 L1
L1 = 2 * 2,22 = 4.44
0.9=
X 0.9=
X4.44 4,44 - 1,8 4.44 2.64
X = 0.535
X = 0.535
Carga Muerta Nervio de diafragma =
Nervio de diafragma = 0.25 * 0.65 * 2400 =
Nervio de diafragma = 390
b(diafragma) * HD * 2400
390 * -0,6 * L1
--0.2 * L2
+0.6 * L1
2 2 2
390 * -0,6 * 4,44
--0.2 * 4,44
+0,6 * 4,44
2 2 2
346.32 [kg/m.]
Carga Viva
P * (0.6 + X) = 8718 * (0.6 + 0.535)
9894.93 [Kg.]
Cortante por impacto Lc = 2.2 [m.]
I = 15
= 0.3 < 30Lc + 38
I = 15
= 0.3731 < 302.2 +38
I = 0.3 (ASUMIDO)
VI = 0.3 * 9894.93
VI = 2968.479
2968.479 + 9894.93 = 12863.41
VL Cortante por carga viva
Vu = 1.3 * (346.32 + 1.67 * 12863.409)
Vu = 28376.68 [kg]
Refuerzo cortante ultimo
H = 57 [cm.]recub. = 2.5 [cm.]Arm. = 1 [cm.]Dviga = 53.5 [cm.]
###bw = 25 [cm.]
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =28376.677
0.85 * 25 * 81.5
Vu = 16.385
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
VD =
VD =
VD =
VCL =
VCL =
VCL = VI + Vcv
VCL =
Vu =1.3 * ( VD + 1.67 * VCL )
VD Cortante por carga muerta
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` 23.45 - 7.68 > 2.12 * 210
8.705 > 30.722 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` 23.45 - 7.68 > 1.06 * 210
8.705 > 15.361 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` 23.45 - 7.68 > 0.53 * 210
8.705 > 7.680 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 25 [cm.]
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
8.705 * 25 217.625
S = 30.3 [kg.]
adoptaremos estribos de :
q 10 [mm.] cada 30 [cm.]
Av =
asumiendo q
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
0.00 cuantia minima
3.00
### cuantia balanceada
cuantia maxima
### cuantia necesaria
4.00
###
13.42 acero
x1 = L/2 = 8,5 [m.]
Ra
0.5 = z = (L - a )/ L x y
a / L = -0.5
P P4.3 4.3
8.4 4.3
Ra = fci * ( P *Z+P * X1 + P/4* Y1)
P = Peje / 2 = 17436 / 2 =
P = 8718
fci = 0.547 * S = 0.547 * 2.86
x1
fci = 1.564
Ra = 1.564*(6540 * 0.5 + 6540 * 0.142 )
Ra = 6566.74 [kg.]
Vcv = Ra = 6566.74 [kg.]
Cortante por impacto Lc = 12 [m.]
I = 15
= 0.3 < 30Lc + 38
I = 15
= 0.3 < 3012 +38
I = 0.3
VI = 0.3 * 6566.736
VI = 1970.021
1970.021 + 6566.74 = 8536.76
Carga muerta :
D D
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( 2.86 - 0.35 ) * 0.37 * 0.25 * 2400 =
D = 557.22 [kg]
Carga de la viga interior :
Nervio de viga ( 0.82 - 0.2 ) * 0.35 * 2400 =
Losa 0.2 * 2.86 * 2400
Capa de rodadura 0.025 * 2.86 * 2200
Separador central 45.455 * 2.86
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 2180.9013 * 12 + ( 1/2 ) * 557.22 * 3 =
VD = 13921.2378 [kg]
VCL = VI + Vcv
VCL =
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 13921.2378 + 1.67 * 8536.757 ] =
Vv = 36630.908587 [kg]
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =36630.909
0.85 * 35 * 76.25
Vu = 16.148 [kg/cm]
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` 23.45 - 7.68 > 2.12 * 210
8.468 > 30.722 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` 23.45 - 7.68 > 1.06 * 210
8.468 > 15.361 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` 23.45 - 7.68 > 0.53 * 210
8.468 > 7.680 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As
10 [mm.] Area = 0.785
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
8.468 * 35 296.38
S = 22.248 [kg.]
Para el tramo dondex1 = L/2 = 8,5 [m.]
adoptaremos estribos de :
Av =
asumiendo q
S=Av∗f Y
(vU−vC )∗bw
8536.76
D
g
2.860.350.370.252400
* 0.35 * 2400 = 520.80 0.820.20
= 1372.80
= 157.30 0.0252200
= 130.0013 45.455g = 2180.9013
12 m3