Diseño HL-93 Puente CARASH - san marcos

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DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA SEGÚN MANUAL DE DISEÑO DE PUENTES - DGCF

A.-

PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyado LUZ DEL PUENTE L= 12.00 m PERALTE VIGA H = L/15 ~ L/12 y H = 0,07*L H = L/15 = Tomar como peralte de la Viga, H = 1.10 m ESPESOR LOSA t (mm) = 1.2(S+3000)/30 t= 196.00 mm Como espesor de la losa se puede asumir, t = 0.20 mt Medidas asumidas:

CONSTRUCCION DEL PUENTE CARASH

OBRA CAMION DISEÑO

MEJ. CARRETERA SAN MARCOS - CARHUAYOC

0.80

HL - 93

H = L/12 =

t=

1.00 H = 0,07*L =

19.60 cm

0.84

minimo 17.5 cm

(m) Ancho de via long vereda Ancho de viga

(A)= (c)= (bw)= (f)= (t)= (g)= (n)= (e)= (S)= (a)= (i)= (u)= (z)= (p)= (q)=

espesor de losa

espesor del asfalto separación vigas

barandas Número de vigas diafragmas = Ancho vigas diafragmas Peralte vigas diafragmas

7.200 0.650 0.500 0.900 0.200 0.200 0.050 0.025 1.900 2.400 0.450 0.200 0.050 0.100 0.150 4 0.200 0.700

(ad)= (hd)=

fy = f'c = fc = 0,4*f'c fs = 0,4*fy r = fs / fc Es = Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = n = Es/Ec >= 6 Usar n = k = n / (n + r) j=1-k/3 fc*j*k =

B.-

PROYECTO :

4,200.0 240.0 96.0 1,680.0 17.5 2.1E+06 232,379 9.037 9 0.340 0.887 28.913

S' = S + bw 1/2 bw =0,02*L*(S') bw >= 2*t hd >= 0,5*H a ~ S/2

2

Kg/cm Kg/cm 2 2 Kg/cm 2 Kg/cm

2.400 0.372 0.400 0.550

m m m m

4,200.0 280.0 112.0 1,680.0 15.0 2.1E+06 250,998 8.367 8 0.348 0.884 34.440

2

Kg/cm Kg/cm 2

DISEÑO DE LA LOSA METRADO DE CARGAS Peso propio Asfalto

(1m)*(t)*(2,40 Tn/m3) = (1m)*(e)*(2,00 Tn/m3) = Wd =

0.480 Tn/m 0.050 Tn/m 0.530 Tn/m

Momento por peso propio 2 MD = Wd*S /10

MD = 0.191 Tn-m/m Rueda trasera Modificacion por Numero de Vias Cargadas Se puede observar que el ancho de la seccion del puente es de 7.2 mts Por lo tanto el numero de vias es de 2, por que se afectara la carga por un factor que es de 1.5 Entonces se debe de amplificar la carga por este factor ==> 1.5* P Pr = Pr =

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

Momento por sobrecarga

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

1.5 * Pr =

ML =

2.858 Tn-m/m

I= MI =

0.330 0.943 Tn-m/m

Momento por Impacto Tomamos ==> Momento por Impacto=I*M VERIFICACION DEL PERALTE Hallando los momentos por servicio El peralte mínimo es : (1/2) d = (2*Ms/(fc*j*k*b))

Ms = MD + ML + MI Ms = d req. =

3.992 Tn-m/m 16.617 cm

considerando recubrimiento de 2" y suponiendo el empleo de fierro de f=5/8" (1,59 cm), el peralte será como máximo : recubr. = 2.540 estribo = 3/8 0.953 d = t - rec. - est./2 d asum. = 16.984 Se debe cumplir d asum. > d req. TRUE DISEÑO POR SERVICIO As = Ms/(fs*j*d) verificando la cuantía mínima As mín = 14*b*d/fy

As = As mín = As mín < As Tomamos

Cálculo del espaciamiento @ = Af*b/At Si consideramos acero 5/8" El menor de los tres :

Usar acero 5/8"

Ing. Alberto Gonzales Effio

As =

Af = @= 1,5*t = 45 cm @=

cm cm cm BIEN

2

15.777 cm /m 2

5.661 cm /m TRUE BIEN 2 15.777 cm /m

1.979 12.546 30.000 45.000 12.00

cm 2 cm cm cm cm

16.314 KLb 7.400 Tn 11.100 Tn

<==== Carga viva Modificada

Página 2

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 )) 1.0 Acero Principal 1.1 Acero positivo y negativo 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) 2 2 0,5 w1 = (1,7+(1,7 -4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d ))) )/2 2 2 0,5 w2 = (1,7-(1,7 -4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d ))) )/2

f = 0.90

M+/- = w = r*fy/f'c

6.546 Tn-m a = As*fy/(0,85*f'c*b) r = As/(b*d) w1 = 1.587497 w2 = 0.112503 2 As 1 = 154.067 cm 2 As 2 = 10.918 cm

para Flexion y Traccion de Concreto Armado

verificando la cuantía mínima As mín = 14*b*d/fy

Af = @= 1,5*t = 45 cm @=

Usar acero 5/8"

2.25 cm

2

As+/- =


a=

5.661 cm /m TRUE BIEN 2 10.918 cm /m

As mín = As mín < As Tomamos

0.090714 0.006429

2 10.918 cm

As+/- =

Usamos:

r1 = r2 =

1.979 18.128 30.000 45.000 18.00

2

cm cm cm cm cm

2.0 Acero por distribución Asd = a*Asp Siendo : a = 3480/(S)^ donde : positivo Asp: Acero principal positivo S : luz libre entre las caras de vigas, en m. a : porcentaje del acero principal positvo

1/2

=< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

Asp = S= a= a= Asd+ =

10.918 1.900 79.84 67.00 7.315

Cálculo del espaciamiento @ = Af*b/At Si consideramos acero 1/2"

cm 2 m =< 67 % 2

cm /m

2 1.267 cm 17.320 cm 17.00 cm

Af = @= Usar acero 1/2" @= Se colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior) 3.0 Acero de temperatura y contracción Siempre que no exista otro refuerzo

2 1/8 pulg /pie 2 2.646 cm /m 2 2.646 cm /m

Ast >= Ast >= Ast =

Como es enmallado, Cálculo del espaciamiento @ = Af*b/At Si consideramos acero 3/8" El menor de los tres :

Af = @= 3*t = 45 cm Usar acero 3/8" @= Se colocará en el sentido perpendicular al refuerzo principal (superior)

C.-

0.713 26.948 60.000 45.000 25.00

cm 2 cm cm cm cm

DISEÑO DE TRAMO EN VOLADIZO DISEÑO POR FLEXION METRADOS DE CARGAS Momento por peso propio Sección Medidas 1 0,45*0,20 2 0,20*0,25 3 0,05*0,25/2 4 0,65*0,20 5 Asf.: 0,55*0,05 6 Pasam.: 0,25*0,15 7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179

Medidas i*g u*(g+n) z*(g+n)/2 a*t (a-u-z)*e p*q

Carga(Tn) 0.216 0.120 0.015 1.152 0.108 0.036 0.032

Distancia (m) Momento 2.625 2.300 2.183 1.200 1.075 2.625 2.713 MD =

0.567 0.276 0.033 1.382 0.116 0.095 0.087 2.556

Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m

Momento por sobrecarga ML = Pr*X/E donde :

E = Ancho efectivo X = Distancia rueda a empotramiento X1 = Distancia de la rueda al sardinel (1') = X = 0,80-0,25-0,30

X = a-(u+z)-X1 X1 = 0.3 m X= 1.850 m

X1 = 30 cm q

P

p

- Refuerzo perpendicular al tráfico

E = 0,80*X + 1140 mm E = 0,833*X + 1140 mm E= Pr = Peso de la rueda amplificado por factor de via Pr = ML =

c g n g


2.972 Tn-m/m

Mu 3

1

u i

MI =

X

z 2

t Momento por impacto Mi = I*Ml

X1

0,05

1.140 m 5.550 Tn 9.007 Tn-m/m

5 4

a

Asfalto

Página 3 DISEÑO POR SERVICIO : Ms = MD + ML + MI

Ms = As = Ms/(fs*j*d) verificando la cuantía mínima As mín = 14*b*d/fy

14.534 Tn-m/m 2 57.442 cm /m


As =


2 5.661 cm /m TRUE BIEN 2 57.442 cm /m

Af = @= 1,5*t = 45 cm @=

Usar acero 5/8"

1.979 3.446 30.000 45.000 30.00

2

cm cm cm cm cm

DISEÑO POR ROTURA Mu +/- = 0.95*(1,25*M D+1.75*(M L+M I)) As = M / (f*fy*(d-a/2)) Mu = f*f'c*b*d2*w*(1+w/1,70) w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2

Mu =

w = r*fy/f'c

As+/- =

Usamos: Verificando con Acero negativo de la losa As > As-

22.950 Tn-m/m a = As*fy/(0,85*f'c*b) r = As/(b*d) w1 = 1.160348 w2 = 0.539652 2 As 1 = 112.612 cm 2 As 2 = 52.373 cm

TRUE

52.373 cm

r1 = r2 =

2

As- =

2 10.918 cm /m

As =

2 52.373 cm

BIEN

Tomamos Cálculo del espaciamiento @ = Af*b/At Si consideramos acero 5/8" El menor de los tres :

Af = @= 1,5*t = 45 cm @=

Usar acero 5/8"

1.979 3.779 30.000 45.000 20.00

2

cm cm cm cm cm

Acero por distribución Asd = a*Asp Siendo : a = 3480/(S)^

1/2

=< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

Asp: Acero principal negativo L : luz efectiva del volado (2*a), en m. a : porcentaje del acero principal positvo

Asp = L= a= a= Asd =


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

52.373 4.800 50.229 50.229 26.307

2

cm m =< 67 % cm 2/m

2

1.267 cm 4.815 cm 10.00 cm

Acero de temperatura y contracción Siempre que no exista otro refuerzo

Como es enmallado, Cálculo del espaciamiento @ = Af*b/At Si consideramos acero 3/8" El menor de los tres :

Ast >= Ast >= Ast =

Af = @= 3*t = 45 cm Usar acero 3/8" @= Se colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del tránsito (superior)


2 1/8 pulg /pie 2 2.646 cm /m 2 2.646 cm /m

0.713 26.931 60.000 45.000 25.00

cm 2 cm cm cm cm

0.066306 0.030837

a=

10.78 cm

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D.-

DISEÑO DE VEREDAS DISEÑO POR FLEXION METRADOS DE CARGAS Momento por peso propio Sección Medidas 1 0,45*0,20 6 Pasam.: 0,15*0,25 7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179

Medidas i*g p*q

Carga(Tn) 0.216 0.036 0.032 0.284

Vd =

Distancia (m) Momento 0.275 0.375 0.413 MD =

0.059 0.014 0.013 0.086

Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m Tn-m/m

Momento por sobrecarga Debido a carga horizontal sobre poste y peatones Ml = 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 lb C= 1.00 P' = 2.268 Tn 2 Peatonal s/c = 73.70 Lb/pulg 2 Peatonal s/c = 0.360 Tn/m La sobrecarga tambien se afecta por el factor de via que es de 1.2 2 Peatonal - Factor 1.2*s/c = 0.432 Tn/m Mpost = debido a la distribuc. de los postes se toma el 80%

VERIFICACION DEL PERALTE Hallando los momentos por servicio El peralte mínimo es : (1/2) d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))

1.474 Tn-m/m

Mpost = Mpeat = ML =

1.179 Tn-m/m 0.035 Tn-m/m 1.214 Tn-m/m

Ms = MD + ML + MI Ms = d req. =

1.300 Tn-m/m 9.483 cm

considerando recubrimiento de 3 cm. y suponiendo el empleo de fierro de 1/2" (1,27 cm), el peralte será como máximo : recubr. = 2.500 estribo = 1/2" = 1.270 d = g - rec. - est./2 d asum. = 16.865 Se debe cumplir d asum. > d req. TRUE

DISEÑO POR SERVICIO As = Ms/(fs*j*d) verificando la cuantía mínima As mín = 14*b*d/fy



As =

Af = @= 1,5*t = 45 cm @=

Usar acero 5/8"

cm cm cm BIEN

2

5.174 cm /m 2

5.622 cm /m FALSE USAR CUANTIA MINIMA 2 5.622 cm /m

1.979 35.209 30.000 45.000 30.00

2

cm cm cm cm cm

DISEÑO POR ROTURA Mu +/- = 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) 2 2 0,5 w1 = (1,7+(1,7 -4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d ))) )/2 w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2

Mu = w = r*fy/f'c w1 = w2 = As 1 = As 2 =

Usamos:

As mín = 14*b*d/fy

As+/- =



As =

Af = @= 1,5*t = 45 cm @=

Usar acero 5/8"

2.232 Tn-m/m a = As*fy/(0,85*f'c*b) r = As/(b*d) 1.662857 0.037143 2 160.252 cm 2 3.580 cm

r1 = r2 =

2 3.580 cm

2 5.622 cm /m FALSE USAR CUANTIA MINIMA 2 5.622 cm /m

1.979 35.209 30.000 45.000 30.00

cm 2 cm cm cm cm

Acero por distribución Asd = a*Asp 1/2 Siendo : a = 3480/(L)^ =< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito donde : 2 Asp: Acero principal negativo Asp = 5.622 cm L : luz efectiva del volado (2*0,55), en m. L= 1.100 m a : porcentaje del acero principal positvo a= 104.926 =< 67 % a= 67.000 2 Asd = 3.767 cm /m

Cálculo del espaciamiento @ = Af*b/At Si consideramos acero 3/8" Usar acero 3/8" Se colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior)

Af = @= @=

2 0.713 cm 18.918 cm 18.00 cm

Acero de temperatura y contracción Siempre que no exista otro refuerzo

Como es enmallado,


Ast >= Ast >= Ast =

2 1/8 pulg /pie 2 2.646 cm /m 2 2.646 cm /m

0.095020 0.002122

a=

0.74 cm

Página 5 Cálculo del espaciamiento @ = Af*b/At Si consideramos acero 3/8" El menor de los tres :

Af = @= 3*g = 45 cm Usar acero 3/8" @= Se colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del tránsito (superior) Chequeo por cortante Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI) Carga muerta = s/c (ancho=0,40 m) = Fuerza cortante que absorbe el concreto: Vc =0,53*(f'c)1/2*b*d fVc > Vu

11.770

0.713 26.931 60.000 45.000 25.00

2

cm cm cm cm cm

Vd = Vl = Vu =

0.284 Tn/m 0.173 Tn/m 0.658 Tn/m

Vc = fVc =

13.847 Tn/m 11.770 Tn/m 0.658

>

TRUE

BIEN

DISEÑO DE SARDINEL Momento por sobrecarga AASHTO

V= V=

Debido a la carga lateral de 760 Kg/m

500.000 0.760 0.250 0.250 0.190 0.333

H=g+n= USAR H = M = V*H Mu = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)

M= Mu =

Esta sección tiene un peralte de aprox. (cm) =

25.00

As = M / (f*fy*(d-a/2)) 2 Mu = f*f'c*b*d *w*(1+w/1,70) 2 2 0,5 w1 = (1,7+(1,7 -4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d ))) )/2 w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2

5.00 cm 20.00 cm a = As*fy/(0,85*f'c*b) w = r*fy/f'c r = As/(b*d) w1 = 1.696143 w2 = 0.003857 2 As 1 = 193.845 cm 2 As 2 = 0.441 cm

BIEN

recub. = d=

0.441 cm

As+/- =

Usamos: verificando la cuantía mínima As mín = 14*b*d/fy

H = g + n < 10"

Lb/pie Tn/m m m Tn-m/m Tn-m/m

As =


2

a=

0.09 cm

2 1.267 cm 19.002 cm 18.00 cm

Af = @= @=

Usar acero 1/2"

0.096922 0.000220

2 6.667 cm /m FALSE USAR CUANTIA MINIMA 2 6.667 cm /m


r1 = r2 =

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 sección Haciendo pasar las varillas de la vereda se está del lado de la seguridad. Chequeo por cortante Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI) Cortante por sobrecarga = Fuerza cortante que absorbe el concreto: 1/2 Vc =0,53*(f'c) *b*d fVc > Vu

E.-

DISEÑO DE VIGA PRINCIPAL 1.0 MOMENTO POR PESO PROPIO Elemento Medidas (m) losa = 0,20*(0,65+0,45+1,90/2) viga = 0.90*0,45 asfalto = 0,025*3,60/2 vereda = 0,65*0,20 volado = 0,20*0,1+0,05*(0,15+0,10)/2 pasamanos = 0,25*0,15 postes = (0,25+0,20)/2*0,65*0,2/2,179 acera (extraord.) = 0,65*0,40 Tn/m2

13.958

VL = Vu =

0.760 Tn/m 1.330 Tn/m

Vc = fVc =

16.421 Tn/m 13.958 Tn/m 1.330

>

Medidas Carga t*(a+bw+S/2)*2,40 Tn/m3 f*bw*2,40 Tn/m3 e*A/2*2,00 Tn/m3 c*g*2,40 Tn/m3 u*n+z*(g+n)/2*2,4 Tn/m3 p*q*2,40 Tn/m3 c*0,40 Tn/m2 wd =

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo :

Momento por viga diafragma (Mvd) : Si son 3 vigas diafragmas Si son 4 vigas diafragmas Si son 5 vigas diafragmas Si son 6 vigas diafragmas Si son 7 vigas diafragmas


BIEN

AREA DE INFLUENCIA DE VIGA

1.848 1.080 0.180 0.312 0.039 0.036 0.032 0.260 3.787

Tn/m Tn/m Tn/m Tn/m Tn/m Tn/m Tn/m Tn/m Tn/m

Según BARET, cálculo de n : d1 = distancia entre eje delantero e intermedio ( 14' ) d1 = 7.900 m d2 = distancia entre eje intermedio y posterior ( 14' - 30' ) d2 = 7.900 m n = distancia del centro de luz a la sección donde se produce el Momento Flector Máximo según Baret Si d1 = d2 = d = 14' n = (4*d2-d1)/18 n= 1.317 m

Peso propio por cada viga diafragma (W1) =

TRUE

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

Centro de Luz X =

3

Mvd W1*(L-2*n)/4 = W1*(L/3) = W1*(L-n)/2 = W1*(3L/5) = W1*(3*L-2*n)/4 =

W1 = Por Baret Mvd (Tn-m) 0.747 1.277 1.705 2.298 2.663

X=

6.000 m

4.683333333 m Centro de luz X = L/2 =

0.319 Tn

d2 = 14', L > L >= 6*n L >= 4*n L >= 10*n L >= 6*n

d2 = 30', L > 4.267 2.845 7.112 4.267

A X m de la izq. Mvd (Tn-m) 0.958 10.770 1.277 7.180 1.915 17.949 2.298 10.770

6.000 m

Página 6 Momento por peso propio de viga diafragma (Mvd) : Usamos Momento por diafragma Por Baret : En centro de Luz

Momento por peso propio (Mpp) :

Mpp = wd*(L/2-n)*(L/2+n)/2 Por Baret : En centro de Luz

Mvd = Mvd =

1.277 Tn-m 1.277 Tn-m

Mpp = Mpp =

Mpp = wd*(L-X)*X/2 64.887 Tn-m 68.170 Tn-m

CL

P

4P R 4P n n d2-2*n

d1

Wd A

C

Momento Total Carga Muerta (M D) = Mpp + Mvd

B Por Baret : En centro de Luz

MD = MD =

66.164 Tn-m 69.447 Tn-m

L/2-n

L/2+

L/2

L/2

2.0 MOMENTO POR SOBRECARGA 2.1.- SOBRECARGA HL - 93 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

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

donde : P=

8,157.00 Lb Por Baret : En centro de Luz Cálculo del coeficiente de concentración de cargas : CCC =1+(A-10')/(bw+S)) Por Baret : En centro de Luz CARGA DISTRIBUIDA Md=WL2/8 MOMENTO TOTAL Por Baret : Ms/c+Md En centro de Luz

P= M s/c = M s/c =

3,700.015 Kg 15.818 Tn-m 6.105 Tn-m

X2 = 2' = CCC = M s/c = M s/c = Md= Mt= Mt=

0.610 m 2.730 43.183 Tn-m 16.667 Tn-m 18 61.183 34.667

2.3- CARGAS POR EJE TANDEM M = PT*(L/2-n)*(L+2*n-dT)/L Si X < L/2

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

Si L/2 < X < L

M = PT*(L-X)/L*(2*X-dT) PT = 24,691.35 Lb

Por viga = M eq/2 CARGA DISTRIBUIDA MOMENTO TOTAL Ms/c+Md

dT = 4' Por Baret : En centro de Luz Por Baret : En centro de Luz Md=WL2/8 Por Baret : En centro de Luz

PT = dT = M et = M et = M eq = M eq = Md= Mt= Mt=

TOMANDO EL MAYOR MOMENTO ( Ml ) Por Baret : En centro de Luz

ML = ML =

11.200 Tn 1.200 58.719 60.480 29.359 30.240 18 47.359 48.240

m Tn-m Tn-m Tn-m Tn-m

61.183 Tn-m 48.240 Tn-m

3.0 MOMENTO POR IMPACTO

Tomamos ==>

I=

0.330

Momento de impacto Por Baret : En centro de Luz

MI = MI =

20.190 Tn-m 15.919 Tn-m

E1- DISEÑO POR SERVICIO VIGA T Determinamos b :

El menor de los tres : b =< L/4 (b - bw)/2 =< 8 t (b - bw)/2 =< S/2 Tomamos : Asumiremos para efectos de diseño

b= b= b= b= d=

m m m m cm

TRUE

BIEN

Mu = 0.95*(1,25*M D+1.75*(M L+M I))

E2-DISEÑO POR ROTURA Por Baret : En centro de Luz Tomando el mayor Momento ( Mu ) : Area de acero As = M / (f*fy*(d-a/2)) 2 Mu = f*f'c*b*d *w*(1+w/1,70) 2 2 0,5 w1 = (1,7+(1,7 -4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d ))) )/2 2 w2 = (1,7-(1,7 -4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2

Mu = Mu = Mu =

w = r*fy/f'c w1 = w2 = As 1 = As 2 =

Usamos:


3.000 3.700 2.400 2.400 105.00

As =

213.853 Tn-m 189.133 Tn-m 213.853 Tn-m

a = As*fy/(0,85*f'c*b) r = As/(b*d) 1.661721 0.038279 2 2,392.878 cm 2 55.122 cm

55.122 cm

2

r1 = r2 =

0.094955 0.002187 b debe ser mayor a: 24.2213917 a=

4.73 cm

Página 7 Distribución del Acero Si consideramos acero 1" # barras = As / Af

Af =

5.07 10.878 11.000 14 55.738

# barras = Usaremos : # barras = As =

cm

2

barras barras barras cm 2

fbarra =

en

2.50 cm

3 capas

1,5 fbarra = 3.75 cm 1,5 T.M.agregado = 3.75 cm distancia entre barras = eh = 3.75 cm recubrimiento lateral = rec = (1.50") = 3.75 cm festribo = 3/8 0.95 cm Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

La distancia entre barras paralelas será no menor que:

Ancho mínimo de la viga b = Esto considerando solo una capa

93.155 cm

E3-VERIFICACIONES 1.00

Ms = MD + ML + MI Ms = Ms =

Verificación del peralte Por Baret : En X : Tomando el mayor Mom ( Ms ) (1/2) d = (2*Ms*/(fc*j*k*b)) H= d < H - 13 cm =

2.00

Ms = d=

r < rmáx

4.00

Verificando el eje neutro

TRUE

rmáx =

0,18f'c/fy = TRUE BIEN

a= t=

Mf = 0.75 *( ML + MI ) Mf = fsmáx =

61.03 Tn-m 2 1,175.933 Kg/cm

fsmín = Mmín/(As*j*d)

Mmín = MD Mmín = fsmín =

69.447 Tn-m 2 1,338.105 Kg/cm

Rango de esfuerzos actuantes

Df = fsmáx - fsmín

Rango de esfuerzos admisibles

2 Df = -162.173 Kg/cm ff = 1470 - 0,33 fsmín + 551,2 (r/h) 2 ff = 1,193.785 Kg/cm

Momento mínimo por servicio

ff > Df

Se debe cumplir que :

Verificación por Agrietamiento Esfuerzo máximo admisible Exposición moderado Usamos : Exposición severa recubrimiento = 5.08 dc = 7.28 X= 12.00 FALSE Usamos : A = 2*X*b/#barras

fsact < fsmáx

TRUE

0.00258

USAR CUANTIA MINIMA

0.01029

se puede asumir

r/h =

0.3

BIEN

fsmáx = Z/(dc*A)(1/3) 2 Z= 30,000.00 Kg/cm 2 Z= 23,000.00 Kg/cm cm espac. vertic (ev) = cm cm < Disminuir d X= 12.000 cm A= 109.091 2 fsmáx = 2,483.351 Kg/cm 2 fsact = 1,175.933 Kg/cm TRUE BIEN

3.81 cm. d 5.00 cm Centroide del refuerzo dc

X 12.00

b 0.500

Verificación por Corte Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : POR PESO PROPIO Vdpp = wd*(L-2*X)/2 Vdvd = W1*(# diafragmas/2-[# diafragmas/2]+1) VD = Vdpp + Vdvd POR SOBRECARGA HL - 93 VL = (P/L)*((4Ccc1+5Ccc)*(L-X)-Ccc*d1-5*Ccc*d2)

X= Vdpp = Vdvd = VD =

PV = 26,000 Lb W = 645 Lb/pie Por viga = VL eq/2 POR SOBRECARGA EJE TANDEM VL et = PT*(2*L-2*X-dT)/L

Si X = 0,00 => Ccc1 = 1,00 si no Ccc1 = Ccc 5.556 Tn

Si X < L/2 PV = W= VL eq =

11.794 Tn 0.960 Tn/m 5.897 Tn

VL eq =

2.948 Tn Si X < L/2 Si L/2 < X < L

VL et = PT*(2*X-dT)/L Por viga = VL et/2 TOMANDO EL MAYOR CORTANTE ( Vl )

Centro de luz X = L/2

Si L/2 < X < L VL S/C =

POR SOBRECARGA EQUIVALENTE VL eq = PV*(L-X)/L+W*(L-2*X)/2

6.000 m

0.000 Tn 0.319 Tn 0.319 Tn Si X < L/2

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


FALSE

Verificación por Fatiga en Servicio

fsmáx = Ma/(As*j*d)

7.00

0.85 1/2

4.781 cm 20.000 cm TRUE BIEN

a
6.00

b1 =

rmín = 0,7*f'c^ /fy=

a
5.00

BIEN

rb = (0,85*f'c*b1/fy)*(0,003Es/(0,003*Es+fy) rb = 0.02477 rmáx = 0,75*rb = 0.01858 r = As/(b*d) r= r > rmín 0.00221 TRUE BIEN

Siendo : la cuantía de la viga es :

Para no verificar deflexiones r < rmáx

147.537 Tn-m 65.210 cm

110.00 cm 97.00 cm

Verificando la cuantía Cálculo de la cuantía balanceada

3.00

147.537 Tn-m 133.606 Tn-m

VL et =

10.080 Tn

VL et =

5.040 Tn 5.556 Tn

VL =

Ccc1 =

2.730

Página 8 POR IMPACTO VI = I*VL DISEÑO POR ROTURA Vu = 1,3*(VD+(5/3)*(VL+VI)) Esfuerzo cortante último uu = Vu/(b*d) Esfuerzo cortante resistente de concreto uc =(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/Mu) 175*r*Vu*d/Mu < 1,00

VI =

1.833 Tn

Vu =

16.424 Tn

uu =

3.128 Kg/cm

r=

para esfuerzo de corte

0.081 USAR =

uc = fu c =

2

Colocar estribo de 1/2"

0.081 uc =

0.85

TRUE

2 8.211 Kg/cm 2 6.979 Kg/cm

fuc = fuc =

7.777 Kg/cm 2 6.611 Kg/cm

Av = S= S0,5fVc

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

uc =0,53(f"c)^1/2

0.00221

Vu*d/Mu = f=

u u < fu c Usando estribos de f = 1/2" S = Av*fy/((uu-fuc)*b)

2

6.611 Kg/cm

2

BIEN, NO NECESITA ESTRIBOS

2.534 cm -61.116 cm 52.50 cm NO

2

0.000 60.80 cm

1 @ 0.05 20 @ 0.10 Resto @ 0.20

8.00

ACERO LATERAL

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

ASL = 10% Aspp El espaciamiento entre barras : El menor de :

ASL =

5.574 cm

30 cm = 30.00 bw = 50.00 S= 30.000 # fierros = (H - 15)/S # fierros = 3.217 Usamos # fierr. = 2.00 As = 1.393 lo cual es aproximadamente una varilla de f = 5/8" Af = 1.979 Usamos Numero de fierros será:

F.-

2

cm cm cm

unidades por lado cm 2 / barra cm 2

DISEÑO DE VIGA DIAFRAGMA 1.0 MOMENTO POR PESO PROPIO Según datos las dimensiones son : Ancho vigas diafragmas Peralte vigas diafragmas Separacion de vigas entre ejes

(ad)= (hd)= ( S + bw )

0.200 0.700 2.400

Metrado de Cargas Peso Propio : Elemento Viga diafragma

Medidas (m) 0.20 * 0.70 * 2400 kg/m3

Medidas

Carga

(ad * hd)*2,40 Tn/m3

0.336 Tn/m

W pp

Momento Peso Propio :

w*l 8

0.336 Tn/m

2

Mpp =

Mpp =

Tn - m

0.242

0.242 Ton - m 2.400

2.0 MOMENTO POR SOBRECARGA E IMPACTO

M s/c = P * b =

( S/C )

+ I impacto

8.66 Ton - m P= M s/c =

14.4300593 (s/c + Impacto) 16,000 Klb+0.3%

8.66 Ton - m

1.20

1.20 0.60

L/2 Momento total =

M = M pp + M s/c


L/2 1.2

M=

8.900 Ton - m

´=b

1.2

Página 9 3.0 DISEÑO POR SERVICIO M=

fy = f'c = fc = 0,4*f'c fs = 0,4*fy r = fs / fc Es = Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = n = Es/Ec >= 6 Usar n = k = n / (n + r) j=1-k/3 fc*j*k =

4200 240 96 1680 17.5 2100000 232379.0008 9.036961141 9 0.339622642 0.886792453 28.91278035

8.900 Ton - m

Kg/cm2 Kg/cm2 Kg/cm2 Kg/cm2 Kg/cm2 Kg/cm2

VERIFICACION DEL PERALTE Hallando los momentos por servicio

Ms = MD + ML + MI Ms =

El peralte mínimo es : d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2)

8.900 Tn-m/m

d req. =

24.812 cm

considerando recubrimiento de 1" y suponiendo el empleo de estribo de fierro de f=3/8" (0.953 cm), el peralte será como máximo : recubr. = 2.540 cm estribo = 3/8 0.953 cm d = t - rec. - est./2 d asum. = 68.254 cm Se debe cumplir d asum. > d req. TRUE BIEN DISEÑO POR SERVICIO As = Ms/(fs*j*d) verificando la cuantía mínima As mín = 14*b*d/fy As mín < As Tomamos

2

As =

8.752 cm /m

As =

2 4.550 cm /m TRUE BIEN 2 8.752 cm /m

As mín =

Af =

Si consideramos acero 5/8"

1.979 cm

Usar acero 5/8"

2

4.42 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 Principal 1.1 Acero positivo y negativo 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) w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 2 2 0,5 w2 = (1,7-(1,7 -4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d ))) )/2

Usamos: verificando la cuantía mínima As mín = 14*b*d/fy As mín < As Tomamos Si consideramos acero 5/8" Usar acero 5/8" Entonces se tiene que se usara acero de 5/8" Distribución del Acero Si consideramos acero 5/8" # barras = As / Af Usaremos :

M+/- =

15.454 Tn-m a = As*fy/(0,85*f'c*b) r = As/(b*d) w1 = r1 = 1.619388 w2 = r2 = 0.080612 2 As 1 = 126.319 cm 2 cm As 2 = 6.288

w = r*fy/f'c

2 6.288 cm

As+/- = As mín = As+/- = Af =

4.550 TRUE 6.288 1.979

3 Af =

a=

1.29 cm

fbarra =

1.59 cm

2

cm /m BIEN cm 2/m cm 2

3.18 barras barras de acero de 5/8" 1.979 3.177 4.000 4 7.917

# barras =

# barras = As = La distancia entre barras paralelas será no menor que:

30420 0.5080198 0.092536 0.004606

cm

2

barras barras 2 cm

en

1 capas

1,5 fbarra = 2.38 cm 1,5 T.M.agregado = 2.38 cm distancia entre barras = eh = 2.38 cm recubrimiento lateral = rec = (2") = 4.78 cm festribo = 3/8 0.95 cm Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra Ancho mínimo de la viga b = 24.94915 cm FALSE RECALCULAR barras de f 5/8" Usar acero 5/8" 2 Usar acero 1/2"

2

barras de f 1/2"

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

0.700

X

dc b 0.200


4

barras de f 5/8"

DISEÑO DE ESTRIBOS DEL PUENTE CARASH PROYECTO EXPEDIENTE

CONSTRUCCION DEL PUENTE CARASH MEJORAMIENTO DE LA CARRETERA SAN MARCOS - CARHUAYOC, HUARI - ANCASH

DATOS ALTURA DE ZAPATA CIMENTACION (m) TIPO DE TERRENO (Kg/cm2) ANCHO DE PUENTE (m) LUZ DEL PUENTE (m) ALTURA DEL ESTRIBO (m) ANGULO DE FRICCION INTERNA (grado) ALTURA EQUIV, DE SOBRE CARGA (m) PESO ESPECIF, RELLENO (Tn/m3) PESO ESPECIF, CONCRETO (Tn/m3)

CONCRETO ESTRIBOS (Kg/cm2)

d = d = A = L = H = f = h' = g1 = g2 = M = N = E = G = a = b = c = B = f'c = fc =0.4f'c=

1.00 2.04 7.20 12.00 5.55 32.80 1.00 1.10 2.40 0.50 0.20 1.20 1.40 1.150 0.60 0.80 3.30 175 70

A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A 1-Empuje de terreno, h= 1.15 h'= 1.00 C= TAN 2(45-f/2) E= 0,5*W*h (h+2h")*C Ev=E*Sen (o/2)= Eh=E*Cos (o/2)=

0.30 0.592 TN 0.167 0.568

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

0.51

Fuerzas verticales actuantes Pi(tn) P1 Ev Total

Xi(m)

1.656 0.167 1.82322031

Xv=Mt/Pi Z=Eh*Dh/Pi e=b/2-(Xv-Z)

0.3 0.60

Mi(Tn-m) 0.4968 0.10033219 0.59713219

0.328 m 0.157 m 0.130 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion, P =Fv(1+6e/b)/(ab)

6.98
CONFORME

2.08 >2

CONFORME

2.25 >2

CONFORME

Chequeo al volteo FSV=Mi/(Eh*Dh) Chequeo al Deslizamiento FSD=Pi*f/Eh

B- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B 1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado, a-Empuje terreno: H= 5.55 h'= 1.00 C= 0.30 E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 6.85085741 Tn Ev=E*Sen (o/2)= 1.934 Tn Eh=E*Cos (o/2)= 6.572 Tn Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 Fuerzas verticales actuantes Pi(tn) P1 P2 P3 Ev Total Xv=Mt/Pi Z=Eh*Dh/Pi e=b/2-(Xv-Z)

2.10 m

Xi(m) 7.992 8.448 6.336 1.934 24.710 1.66 m 0.56 m 0.20 m

2.3 1.6 0.80 2.10

Mi(Tn-m) 18.382 13.517 5.069 4.052 41.020



Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion, P =Fv(1+6e/b)/(ab)

13.83
CONFORME

2.98 >2

CONFORME

2.63 >2

CONFORME


2-Estado :Estribo con puente y relleno sobrecargado, Peso propio 90.89 Reacción del puente debido a peso propio, R1= 12.62 tn/m P= Rodadura -fuerza Horizontal R2=5% de s/c equivalente,

3.7000152 T

0.164 Tn/M

Reaccion por sobrecarga R3= 6.30 Tn Fuerzas verticales actuantes Pi(tn) R1 R3 P vertical tot, Total

Xi(m) 12.624 6.304 24.710 43.638

Xv=Mt/Pi

1.6 1.60 1.66

Mi(Tn-m) 20.198 10.086 41.020 71.304

1.634 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS Pi(tn)

yi(m)

Eh R2 Total

6.572 0.164 6.736

Yh=Mi/Pi Z= e=

2.223

2.10 7.35

Mi(Tn-m) 13.769 1.203 14.971

0.343 0.009

VERIFICACIONES 1-Verificacion de compresion y tracción P =Fv(1+6e/b)/(ab)

17.14
CONFORME

4.76 >2

CONFORME

4.54 >2

CONFORME


C- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION C-C 1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado, a-Empuje terreno: B= 3.3 H= 6.55 h'= 1.00 C= 0.30 E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 9.15613966 Ev=E*Sen (o/2)= 2.585 Eh=E*Cos (o/2)= 8.784 Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3

2.44



Fuerzas verticales actuantes Pi(tn) P1 P2 P3 P4 P5 Ev Total

Xi(m) 7.992 8.448 6.336 7.920 1.110 2.585 34.391

Xv=Mt/Pi Z=Eh*Dh/Pi e=b/2-(Xv-Z)

2.8 2.1 1.30 1.65 3.20 3.30

2.137 m 0.623 m 0.135 m

Mi(Tn-m) 22.378 17.741 8.237 13.068 3.552 8.531 73.506

>b/6 e
b/6= 0.55 CONFORME


12.99
CONFORME

3.43 >2

CONFORME

2.74 >2

CONFORME


2-ESTADO:Estribo con puente y relleno sobrecargado, Fuerzas verticales actuantes Pi(tn) R1 R3 P vertical tot, Total

Xi(m) 12.624 6.304 34.391 53.319

Xv=Mt/Pi

2.1 2.10 2.14

Mi(Tn-m) 26.511 13.238 73.506 113.255

2.124 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS Pi(tn) Eh R2 Total Yh=Mi/Pi Z= e=

yi(m) 8.784 0.164 8.947

2.44 8.35

Mi(Tn-m) 21.421 1.366 22.787

2.55 0.43 -0.05
CONFORME


14.78
CONFORME

4.97 >2

CONFORME

4.17 >2

CONFORME


Diseño HL-93 Puente CARASH - san marcos

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