Cálculo Ponton L=6.00 m

DISEÑO DE PONTON L=6.00 M - SUPERESTRUCTURA

Fecha: Diciembre de 2012

I.- DISEÑO DE LA SUPERESTRUCTURA DATOS: LUZ EFEC.(L) EFEC.(L)

6.00 M

SOBRECARGA =

HL-93

P

=

4.00 TN

P.E. (C°)

=

2.40 TN/M3

F'C

=

210 KG KG/CM2

F'Y

=

4200 KG K G/CM2

FC

=

84 KG/CM2

FS

=

1680 KG KG/CM2

r

=

20.00

Es

=

2100000 KG/CM2

Ec

=

217370.65 KG/CM2

n

=

10

K

=

0.333

J

=

0.889

b

=

100 CM (Tomamos un metro de ancho de losa)

Ø

=

0.9

b' Ø'

25.0 25.00 0 CM =

0.85

ANCHO CAJUELA

0.60 M

ANCHO VIA

7.5 M

A. ANALISIS TRANSVERSAL TRANSVERSAL PREDIMENSIONAMIENTO COMO L<= 6 m, ENTONCES EL ESPESOR DE LA LOSA PODRIA SER : h = L/15 L/15 ¿ Cual es el espesor a usar =

0.40 0.40 mts 0.40 mts

METRADO DE CARGAS Consideremos un metro lineal de losa, transversalmente: Losa (Wd) =

0.96 TN/M de de losa


Fecha: Diciembre de 2012 MOMENTO POR PESO PROPIO ( Md ) Wd (TN/M) = 0.96

6 3

3

Y=( L/2 * L/2

1.50 M

Md = Wd*L* Este valor es el máximo momento al centro de la luz de

4.32 TN-M

0

B. ANALISIS LONGUITUDINAL Aplicando la sobre carga tipo semitrailer : 4P

4P

P

4.20

4.20 8.40

Es evidente que sobre todo el puente no podra entrar el tren de cargas completo. Ante esta circunstancia se determina la seccion crítica que ocasione el máximo momento, la que es producida cuando entra una sola rueda, la más pesada. En este caso escogemos la central del tren de cargas, como es evidente ella producira su máximo efecto cuando se encuentre al centro de la luz, por ello: 4.27

4.27 4P

P

4P


Fecha: Diciembre de 2012 3

3

M = 4P*Y

6.00 P

TN-M

OBSERVACION : Se puede concluir que el máximo momento se ocasioná al centro de la luz cuando el eje Y central del tren de cargas se encuentre aplicado sobre él, siendo su valor: M s/c (TN - M)=

6.00 P

12.00 TN-M

Recordemos que los 4000 Kg es el peso por eje, siendo el de rueda la mitad. DETERMINEMOS EL ANCHO EFECTIVO ( E ):

Ancho=

L1= Min (L, 18000)

8300

W1=Min ( Ancho, 9000)

L1=

6000

W1=

8300

E1=250+0.42*RAIZ(L1*W1) E1=

3214 mm N=

0.717

d1=

4.3

d2=

4.3

E = 1.219 + 0.06 L

1.58 < 2.13 OK

2.1.- SOBRECARGA HL - 93 Entonces el valor del momento máximo por metro de losa será : P=

3700

M s/c =

13.026

CARGA DISTRI Md=WL2/8

Md=

4.500

MOMENTO TOTPor Baret :

Mt=

17.526

Momento Por Via

2.3- CARGAS POR EJE TANDEM 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 =

11.200 Tn

dT = 4'

dT =

1.200 m

Por viga = M eq/ Por Baret :

M et =

CARGA DISTRI Md=WL2/8

Md=

MOMENTO TOTPor Baret : Ms/c*1.33+Md

26.567 Tn-m 4.500 Factor de Impacto=1.33

Mt=

39.834


Fecha: Diciembre de 2012 Factor de Concentracion carga =1.

Mt=

47.801

Momento por ancho de via

Mt=

14.873

SOBRECARGA EQUIVALENTE ( Meq ): 8.2TN

0.952 T/ M

3

3

Meq = ( 0.952*Y*L/2 ) + 8.2*Y

16.58 TN-M

Recordemos que este momento producido por vía o carril de circulación. Y Como cada uno tiene un ancho de 10 pies (3.05 m), entonces el momento por metro de ancho debido a la sobrecarga equivalente será : Meq =

5.44 TN-M

De ambos resultados del momento, podemos concluir que el máximo momento sobre la losa del puente, por metro de ancho de losa debido a la sobrecarga americana es: Mmáx = ML =

4.50 TN-M

COEFICIENTE DE IMPACTO ( I ): I = 15.24/ (L+38) = 0.35

SERA < ó =0.30

Como este valor sobrepasa a 0.30; que es el máximo permitido, escogeremos este valor como valor del coeficiente de impacto correspondiente. I=

0.30

Ci =

1.30

Por ello el momento de impacto debido a las cargas moviles será:


Fecha: Diciembre de 2012 MI = I * Mmáx

1.35 TN-M

C. DISEÑO VERIFICACION DEL PERALTE POR SERVICIO : M = Md+ML+MI

Y

10.17 TN-M

Valor del momento por metro de ancho de losa. DETERMINACION DEL PERALTE d = RAIZ (2*M / FC*K*J*b)

28.60

<

40 cm Ok

Asumiremos d = 43 cm, para el espesor h = 0.50 m , nos da un recubrimiento que exede a los 3 cm mínimos solicitados. Recubrimiento = Entonces

d

4 cm 36.00 cm

h = 0.40

36 cm REFUERZO INFERIOR 4 cm

El area de acero necesario por metro de ancho de losa para diseño por servicio sería : Asp = M / ( FS*J*d ) =

18.92 cm2

DISEÑO POR ROTURA: Mu = 1.25* Md+1.75*(ML+MI)) =

31.43 TN-M

Momento último por metro de ancho de losa. Reemplazando en la expresión general: Mu = Ø*As*Fy*(d -(As*Fy/1.7*F'C*b)) Resolviendo la ecuación :

luego:

As1 =

280.83 cm2

As2 =

25.17 cm2

Asp =

25.17 cm2

Area de acero principal por metro de ancho de losa. ACERO DE REPARTICION (Asr) : Considerando que la losa se arma con el acero principal paralelo al tráfico, tendremos :


Fecha: Diciembre de 2012 % Asr = 55 / raiz (L) < 50% m OK % Asr =

22.45 < 50% OK

Asr =

5.65 cm2

Area de acero de repartición al fondo de losa, por metro de ancho. ACERO DE TEMPERATURA (Ast) : Ast = 0.0018*b*h > ó = 2.64 c Ast =

7.20 cm2

Asp =

25.170 cm2

OK

DISTRIBUCION DEL ACERO : a. Acero principal : Empleando varillas de Ø 3/4" : As(3/4") =

2.84 cm2

Espaciamiento (S) : S=

11.28 cm 0.1128

S=

0.125 m

Usar Ø 3/4" Cada 0.125 b. Acero de repartición : Asr =

5.65 cm2

Empleando varillas de Ø 1/2" : As(1/2") =

1.29 cm2

Espasiamiento (S) :

USAR

S=

22.83 cm

S=

25.00 m

Ø 1/2" Cada 25.00

c. Acero de temperatura : Ast = Empleando varillas de Ø 1/2" :

7.20 cm2


Fecha: Diciembre de 2012 As(1/2") =

1.27 cm2

Espasiamiento (S) : S=

35.28 cm

S=

0.30 m

Usar Ø 1/2" Ca 0.30 DISTRIBUCION DE ACERO EN LOSA DE PUENTE 6.60 Ast = Ø 1/2" ca 0.30

0.40

Asp = Ø 3/4" cada 0.125

Asr = Ø 1/2" ca 25.00

D. DISEÑO DE VIGA SARDINEL 25.00 0.25 0.40

METRADO DE CARGAS: Peso propio

=

0.39 TN / M

Peso baranda =

0.15 TN / M

Wpp =

0.54 TN / M

Determinemos el momento por carga permanente al centro de luz :


Fecha: Diciembre de 2012 Mw = Wpp*L*L/

2.43 TN-M

b'

E = 1.219+0.06*L

1.58 m

X = 1 PIE =

0.3048 m

P' = 2*P*(0.5*E-X)

0.31 P P' =

2.48 TN

Donde P es el peso de la rueda más pesada : P=

8 TN

MOMENTO POR SOBRECARGA AL CENTRO DE LUZ (ML) : x

b'

ML = ML =

P' * L/4 3.72 TN-M

MOMENTO POR IMPACTO ( MI ): MI = MI =

I * ML 1.12 TN-M

E/2

VERIFICACION DEL PERALTE POR SERVICIO : M = Mw+ML+MI

7.27 TN-M

DETERMINACION DEL PERALTE : d = RAIZ (2*M / FC*K*J*b') < h+0.25 d= Si el recubrimiento es r = Entonces el peralte sera

d=

OK

4.00 cm. 61.00 cm, para tener el mismo fondo que la losa.

ACERO POR SERVICIO : As = M / ( FS*J*d ) =

48.36 < h+0.25

7.98 cm2


Fecha: Diciembre de 2012 DISEÑO POR ROTURA: Mu = 1.3*( Mw+1.67*(ML+MI)) =

13.67 TN-M

Momento último por metro de ancho de losa. Reemplazando en la expresión general: Mu = Ø*As*Fy*(d -(As*Fy/1.7*F'C*b)) Resolviendo la ecuación : As1 =

512.50 cm2

As2 =

6.00 cm2

As =

6.00 cm2

luego:

Area de acero principal para la viga d e borde. ¿ Varilla de que Ø se usara =

3/4

Area Ø3/4"

2.85

Area Ø5/8"

1.98

0.25

2 varillas de

3/4

2 varillas de

3/4

0.65

VERIFICACION POR CORTE 6.00 4.27 P

4.27 P P/4


Fecha: Diciembre de 2012 DONDE: Y1=

1.00 M

Y2=

0.29 M

CORTANTE POR CARGA V(L) = P(Y1+Y2+Y3/4) Y3 Y2

Y1

NOTA: COMO NO INGRESA TODO ELTREN DE CARGAS AL PUENTE, SE TOMARA SOLO LAS DOS RUEDAS MAS PESADAS. ENTONCES: P(Y3/4)=0 LUEGO:

V(L) =

10320.00 Kg

CORTANTE POR PESO PROPIO Vpp = Wpp*L/2 Vpp = 1620.00

Kg

CORTANTE POR SOBRECARGA 25.00 0.25 d = 0.61 0.40 r = 0.04

.3048 b'

V(L)

Vs/c = (V(L) * a / E)*Ci Donde: a = E/2 - 0.3048 a = 0.49

a

Entonces: E/2

Vs/c =

4160.66 Kg

CORTANTE POR IMPACTO Vi = I * V(L) Vi =

3096.00 Kg


Fecha: Diciembre de 2012 CORTANTE TOTAL Vt = Vpp+Vs/c+Vi Vt =

8876.66 Kg

DISEÑO DE CORTANTE POR ROTURA Vt(u) = 1.3(Vpp+1.67(Vs/c+Vi)) Vt(u) =

17860.21 Kg

ESFUERZO CORTANTE NOMINAL EN ROTURA Vu = Vt(u)/ Ø'* b*d Vu =

13.78 Kg/cm2

ESFUERZO CORTANTE RESISTENTE DEL CONCRETO Vc = 0,53*RAIS(F'c) Vc =

7.68 Kg/cm2

NOTA: Como Vu(esfuerzo a la rotura)
0.71 cm2

Av =

1.42 cm2

CALCULO DEL ESPACIAMIENTO S = Av*Fy/(Vu-Vc) S=

32.59 cm

El espaciamiento entre barras sera : 1 No mayor de 30 cm. 2 No mayor del ancho del nervio (30 cm). Entonces se tendra : S=

30 cm

Entonces la distribución del acero por corte sera: Ø 3/8" : 1@0,05, 3@0,10, 2@0,15 resto @ 0,30

VERIFICACION DE SARDINEL POR FUERZA HORIZONTAL


Fecha: Diciembre de 2012 25.00 750 Kg/ml

b'

0.25 0.40

d

d= b' - 0.05 d=

0.20 m

MH = 750*d MH =

150.00 Kg/ml

VERIFICACION DEL PERALTE d = RAIS(2*MH*100/Fc*K*J*b) d=

3.47 cm

25 cm

OK

ACERO HORIZONTAL A°H = MH/Fs*J*d A°H = NOTA:

0.50 cm2/ml

No necesita refuerzo, ya que los estribos d e la viga absorven la fuerza horizontal.

DISTRIBUCION DE ACERO EN VIGA SARDINEL 0.25

2 varillas de

3/4

0.65 Ø 3/8" : 1@0,05, 3@0,10, 2@0,15 resto @ 0,30

2 varillas de

3/4

DISEÑO PONTON L=6.00 M - ESTRIBOS


II.- DISE O DE LA SUBESTRUCTURA (ESTRIBOS) DATOS: Altura = γMURO =

3.00 2.40

Df = 1.00 m

m Ton/m3

H

CARACTER STICAS DEL SUELO 3.02 Peso específico (Ton/m3) γ= Ø= 33.00º ngulo de fricción del suelo C= 0.00 Cohesión del suelo

A = B= C= D= E= F= G= H= I= J=

Pred 1.50 0.40 0.30 0.45 0.40

J

Adoptado 2.00 0.40 0.65 0.45 0.50 2.50 0.50 0.40 0.25 0.40

RELLENO

1.6 0.3 0.6 0.5 0.2 1.4 0.3 0.3 0.3 0.3

F

MURO

G O B

Sección

Ancho (m)

Alto (m)

Área (m2)

Peso Especifico (Ton/m3)

2.00 0.40 0.25 0.45 0.45 0.50

0.50 2.10 2.50 2.50 2.50 2.50

1.00 0.84 0.63 0.56 0.56 1.25

2.40 2.40 2.40 2.40 3.02 3.02

1 2 3 4 5 6 R

I

P=

C

Peso (Ton)

D A

2.40 2.02 1.51 1.34 1.69 3.78 2.26 15.00

Brazo (m) 1.00 0.60 0.93 1.20 1.35 1.75 0.60 M.R. =

E

Momento respecto a A 2.40 1.21 1.40 1.61 2.28 6.62 1.36 16.88

Obs. Muro Muro Muro Muro Relleno Relleno Reacción

1. VERIFICACI N POR DESLIZAMIENTO Altura = Base = Base adoptada =

3.00 1.50 2.25

m m m

2.00

m

(0.50H) (0.75H)

Ø' = C' =

22.00º 0.000

Ka = Pa =

0.29 3.94

1/2 . Ka . Y . H2

Σ F.R. = Σ F.O. =

6.06 3.94 1.54

OK

Sumatoria de Fuerzas resistentes horizontales Sumatoria de Fuerzas actuantes horizontales Factor de Seguridad ( >1.50 )

Altura = Base =

3.00 2.00

m m

Ka =

0.29

F.S. =

ngulo de fricción del suelo Cohesión del suelo

2. VERIFICACI N POR VOLTEO

..=

 ..  ..

DISEÑO PONTON L=6.00 M - ESTRIBOS


Ha =

3.94

ΣMR =

16.88 3.94 4.28

ΣMO =

F.S. =

OK

Sumatoria de Momentos resistentes al volteo Sumatoria de Momentos actuantes para el volteo Factor de Seguridad ( >2.0 )

3. VERIFICACIÓN POR CAPACIDAD DE CARGA Df = B= Ø= C=

γ=

1.00 2.00 3.02 33.00º 0.00

e=

0.14

m m

≤ B/6 ≤ 0.33

qpunta = qtalón =

10.65 Ton/m2 4.35 Ton/m2

qu = F.S. =

63.94 Ton/m2 6.00 OK

Peso específico (Ton/m3) Ángulo de fricción del suelo Cohesión del suelo OK

Factor de Seguridad ( >3.0 )

DISEÑO PONTON L=6.00 M - ALETAS


III.- DISE O DE LA SUBESTRUCTURA (ALETAS) Datos: A = B=

1.20 Mts. 0.50 Mts.

C= D= E=

0.40 Mts. 1.50 Mts. 0.30 Mts.

F= G=

0.40 Mts. 0.10 Mts.

w=

1800.00 Kg/m3

Largo cajuela

1.20 ml.

Pe muro

2.30 Tn/m3

=

30.00 33.00

Angulo del terreno (α) =

Ang. de fricción interna (Ø) = Coef. de fricción = Resistencia del terreno (q adm) = Ka = Empuje

0.70 2.13

0.29 1044.00 Kg.

Ea=

Empuje Ev= Empuje Eh= Pto. apliac.=

296.51 Kg. 1001.01 Kg. 0.67 Mts.

Fuerzas Verticales Estabilizadoras Fuerzas

Peso(Kg)

X (Mts)

M

Peso 1

1380.00

0.60

828.00

Peso 2 Peso 3 Peso 4

172.50 1380.00 135.00

0.83 0.60 0.87

143.18 828.00 117.45

Peso 5 Ev

810.00 296.51

1.05 1.20

850.50 355.81

Xv= z=

Sumas= 0.75 Mts. 0.16 Mts.

Excentric. e=

0.01 Mts.

4174.01

3122.94 Kg x Mt.

<

b/6

0.20 OK!

Verificaciones de esfuerzos de traccion y compresion 3652.26

<

4.66

>

Esfuerzo a compresión del concreto Fc= 0,4(F´c) Fc= 700000 Fc

OK!

Chequeo al Volteo: 2.00

OK!

DISEÑO PONTON L=6.00 M - ALETAS


Chequeo de deslizamiento: 2.92

>

1.50

Verificación del esfuerzo del suelo de fundación Tmax = 0.37 <

d

Tmin =

0

0.33

>

OK! T =Fv(1+/-6e/b)/(ab) OK! OK!

Cálculo Ponton L=6.00 m

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