B. DISE DISE O DE VIGA VIGA PRIN PRINCIP CIPAL AL b e= 3 t=
0.20 L= 22 m La separacion entre vigas es:
b o=
3
1) Cálculo del ancho efectivo (b e) be=
L 4
22 4
=
b e= b o =
=
5.5
m
Se va escoger el menor delos dos resultados que es: be= 3.00 m
3 m
2) Metrado de carga --- P.P. de la losa de concreto --- P.P del pavimento
: :
1 1
x x
0 . 20 0.05
x x
3 3
x x
2400 = 2000 = CM =
1440 300 1740 Kg/m
¡Despues se va considerar el peso propio de la viga! 3) Calculo del momento por peso propio propio (C.M)L2 8
Mpp=
= 105270.00 Kg-m
4) Calculo del momento por sobrecarga a) Reducción de carga PT a
PT b
c
a b c
3m
R1
R1
@ Rueda Rueda dela delant nter eraa P1 = 2 x 2
x
1 .0 0
=
4.00 Tn
@ Rueda Rueda Pos Poster terio iorr P2 = 2 x 8
x
1 .0 0
=
16.00 Tn
= = =
0.57 1.83 0.6
R1 =
2.97 PT 3.00
R1 =
1.00
PT
=
0 .9 9
b) Momento máximo por sobrecarga
4 Tn
16 Tn 4.27
** Se va suponer que el semi-traile va de derecha a izquierda
16 Tn 4.27
** FR
=
36
Tn
** La distancia entre P 1 = 4Tn y FR es de " X " . Por lo que se toma momento en P1 X = 5.60 m
LUZ LIBRE DEL PUENTE (22 (22 M TS)
FR 4 Tn
16 Tn
6. 10
16 Tn
4 .2 0
2 .8 0
7. 50
11 m 11,7 m 0 . 7 0 .7
Ecuaciones de la linea de influen
5.48
1 => 0.532 X 2 => 10.3 - 0.468 X
3.514
1 3.25
Mmax
=
3.25
2
x
4
+
5.48
x
16
+ 3.514
x
16
= 156884.00 Kg-m
5) Momento de Impacto --- El coeficiente de impacto :
15.24 L + 38
CI = ( CI =
) = 0.254
El coeficiente CI ≤ 0.30
0.254
--- Momento de Impacto: MI
= CI x Ms/c
=
39848.54 Kg-m
6) Cálculo del Predimensionamiento de la Sección de la Viga en I Para el predimensionamiento de las vigas principales de acero nos basaremos en los criterios del reglamento AASHTO M720 ( ASTM A709), grado 36 donde nos dan las siguientes relaciones a) Peralte de la Viga @ Peralt Peraltee minimo minimo de de la Viga Viga L d = = 0 .7 3 3 m 30
@ Peralte Peralte minimo minimo de la Sección Sección Compu Compuesta esta L 25
hc = => d
=
=
hc -
ts
0 . 88 =
m
0 .6 8
<
d min
=
0.733 m
m, para que cumpla con las especificaciones del reglamento ** El peralte compuesto se va aumentar a 0.95 m, => hc =
0.95
hc =
m
;
95
d
= hc
cm
y
-
ts
=
0.95
-
d
=
75
cm
95
0.20
=
0.75
75
b) Pandeo de la seccion de la viga sin losa @ Pandeo del alma d tw tw
≤
tw mín =
8219.63 (fy)^0.5
= 1 6 7 .7 8 ;
fy =2400 kg/cm2
75.00 = 0.447 cm 167.78
@ Pandeo del ala en compresion bf
bf tf tf mín
tf
≤
=
1164.542 (fy)^0.5 30.00 23.77
= 23.77
= 1.262 cm
De acuerdo a esos valores minimos vamos asumir un perfil adecuado : bf d
tw
h tf
d bf tw tf h
= 75.00 = 30.00 = 2.00 = 2.50 = 70.00
;
Se va asumir bf = 30 cm
7) Cálculo del momento " Mu " máximo Por Carga de Servicio Mt = 105270.00 + 156884.00 +
39848.54
= 302002.54 Kg-m
8) Determinación de la Sección de Acero Por Carga de Servicio m
Como Como ocurr ocurree frecu frecuen entem temen ente te se supon suponee que que el eje eje Neu Neutr troo plá plásti stico co de la secció secciónn se encue encuentr ntraa den dentro tro de la losa losa..
As requerido
= a
Mt Ø Fy( d/ d/2 + ts
- a/ 2)
As*fy 0.85*f'b*b
=
Valores a Considerar
= 290.28 cm2
a ts Ø Fy d
= 1 3 .0 1
= = = = =
13 cm 20 cm 0.85 2400 Kg/cm2 75 cm
Zapata ) 9) Eligiendo el Supuesto Perfil (Utilizando las normas AISC - LRFD, referencia el libro de Zapata) SUPUESTO PERFIL As requerido
= 290.28 cm2
As S
= 325.00 cm2
2.5
70.00
2.5
75.00
30.00 a) Encontrando el tipo de sección λ
LIMITES DEL ALA PT
λ
=
bf 2tf
=
6
λp
=
52 (fy)0.5
=
8.898
λp
≤
LIMITES DEL ALMA
52, por estar en zona sismica
λ
=
hc tw
=
28
λp
=
640 (fy)0.5
=
109.5
b) Cálculo de la ubicacíón del Eje Neutro Plástico y Verificación de la resistencia = 325.00 cm2
As S bf =
30
Se va usar :
cm be= 3.00 m
Ix
= 268645.83 d
=
75
cm
cm4
Iy
=
11341.15
c
Suponiendo que:
a
≤
ts
.................... C =
r
T Como C = T, Si, d
....................
=
75
=> Ø Mn =
cm
a
T
Mn =
391693.28
x
210
x 300.00 x
a
= 325.00 x 2400.0 = 780000.00
= 14.57
Mn =
0.85
¡ OK !
x( d/2 + ts
- aa//2 )
Kg-m
Siendo Ø = 0.85
332939.2857 Kg-m
c) Calculo del Momento por Servicio Incluyendo Incluyendo el Peso Propio @ Moment Momento o Por Por Carga Carga Muerta Muerta --- P P..P. de la losa de concreto --- P.P del pavimento --- P.P de la viga
Mpp= ia
(C.M)L2 8
: : :
1 1
x x
0.20 0.05
x 3 x 3 0.03
= x 2400 = x 2000 = x 7851.6 = CM =
= 120708.13 Kg-m
@ Moment Momento o Por Por Sobre Sobrecar carga ga Mmax
= 156884.00 Kg-m
@ Mome Moment nto o Por Por Impa Impact cto o MI
=
39848.54 Kg-m
Mt = 120708.13 + 156884.00 +
39848.54
= 317440.67 Kg-m
Finalmente tenemos que : Ø Mn =
332939.2857 Kg-m
> Mt = 317440.67 Kg-m
"Quiere decir que el supuesto perfil es el adecuado"
1440.0 300.0 255.2 1995.2 Kg/m
:
Zapata ) 10) Corte en la Viga (Utilizando las normas AISC - LRFD, referencia el libro de Zapata) a) Corte en la Vigas Por Trabajo hc tw
≤
hc tw
=
1520 x (K/Fyw)^0.5 28.00
1520 x (K/Fyw)^0.5
Vn =
K : coeficiente de pandeo de placas sujetas al corte Fyw : Esfuerzo de fluencia del alma
Donde K=5,
Como: =
< 1520 x (K/Fyw)^0.5
;
El máximo corte estar por: Vn = 0.6 x Fyw
Aw : Area del alma => Aw = hc x tw Viga iga sol solda da
69.38
252000.00 =>
hc tw
Ø Vn =
226800.00
Donde: Ø =
Kg
0.9
b) Corte en la Vigas Por Servicio @ Fuerza Fuerza de Corte Corte Por Por Carga Carga Muerta Muerta VCM
=
WL 2
=
21946.93 Kg
@ Fuerza Fuerza de Corte Por Carga Viva
4 Tn
1 6 Tn
16 Tn
4.20
4.20
13.6 Ecuaciones de la linea de influenci
1.00 0.81 0.618
Vmax
=
0.62
x
4
+
Vc =
0.81
x
16
+
1.00
x
16
=
X 22
31416.00 Kg
4
@ Fuerza Fuerza de Corte Corte Por Por Impac Impacto to --- El coeficiente de impacto :
CI = (
15.24 L + 38
) = 0.254
El coeficiente CI ≤ 0.30
CI =
0.254
--- Momento de Impacto: = CI x Vs/c
VI Vu =
21946 . 93
+
3 1 4 1 6 .0 0
+
7979 . 66
=
=
7979.66 Kg
61342.60 Kg
Finalmente tenemos que :
Ø Vn =
226800.00
> Vu = 61342.60 Kg
Kg
"Quiere decir que el perfil soporta la fuerza de corte" 11) Diseño de los conectores de Corte -- El corte horizontal maximo será :
C = Vh =
780000.00
Kg
-- Se va utilizar conectores tipo vástago con cabeza de : Ø -- La resistencia de estos vástagos es : -- Se van a necesitar :
-- El espaciamiento será:
13 780 13
=
60
≡
p
L 2N
=
0.21
m
Según el AISC - LRFD - 115.6 :
6Ø 13.34
≤ ≤
x
3 ,5 "
en un concreto de 210 Kg/cm2
t/ c
N =
=
7 /8 "
p 21.15
Conectores a cada lado de la mit de la viga
52
≤ ≤
8 ts 160
El espaciamiento de los conectores se van a realizar a:
¡ OK ! 21.15 cm
12) Determinación de las planchas de apoyo @ Para evitar la falla por fluencia del alma Hacemos Ø Rn = Ru , Ø ØRn / (Fyw (Fyw * K = tf + 0.5 = 61342.60 - 8 = 2.72 cm N = tw) - 2.5K 6000 Sin embargo se va colocar: N = 50 cm ,que va ser todo el apoyo de la viga en el estribo del puente Tiene que cumplir que: Ø Rn ≥ Ru 345000 ≥ 61342.60 ¡Correcto! @ Resistencia del concreto Ø Pp Ø = 0.6 Pp = 0.85 x f'c x Ap Ap : Área Área de apoy apoyoo de de la la pla planc ncha ha de la viga viga Ru
2
≥
Ru
=
1
.
0,6 x 0.85 x f'c Como Como N =
50
cm ;
B =
Ap/N =
11.46 cm
Por lo menos vamos utilizar el ancho del ala
B =
30
cm
@ Verificacion de la abolladura del alma ( inestabilidad del alma) ---- Para Cargas Cargas Exterio Exteriores res Rn = 0.571(tw)2(1+3(N/d)(tw/tf)1.5)(Fyw(tf/tw))0.5 ØRn =
0.75
x
Rn
= 524.50 Tn
= 393.4 Tn
------- Carga Carga aplic aplicada ada Ru = 61.3425967 Tn Ø Rn
>
Ru
¡OK!
@ Determinación del espesor de la plancha de apoyo ---- La presión de la plancha es: p
=
Ru NxB
=
40.9 Kg/cm2
---- La plancha de apoyo es considerada como un cantiliver con empotramiento en el pie de la soladadura, en este caso: Mu
= (p(B/2 - (tw/2 + ws))2N)/2
Mu
=
ws =
1
166200.1 Kg-cm
---- Para una seccion rectangular (de la plancha de apoyo) se require que: Ø Mn Ø =
0.9
;
≥
Mu
ØMn =Ø Mp ; Mp = ZFy; Z = Nt2 /4 =
Igualando tenemos: Se va usar una plancha de:
Mu = ØMp:
t = 2.481 cm
3/4" x 500 x 300
12.5 t2 ≡
3/4"
dado Aw a
a
d
13) Determinando el tipo de sección ------- Primer Primeraa Parte Parte
λ
≤
λp
LIMITES DEL ALA λ
=
bt 2 tf
λp
=
52 (fy)0.5
=
LIMITES DEL ALMA hc tw
=
28
640 (fy)0.5
=
109.5
6
= 8.898
52, por estar en zona sismica
En la primera parte se ha determinado que la sección es compacta ------- Segund Segundaa Parte Parte Asi mismo, para que la seccion sea completamente compacta, vamos a considerar arriostres laterales en la viga, de tal manera que se alcanse una pequeña rotación ( R < 3.0 ): Según AISC- LRFD, la distancia de estas vigas van estar determinadas por: Lp = Lp =
2520 (fy)^0.5 3.27
m
ry = 303. 303.87 87 cm
ry =
"Lb "Lb no no deb debee ex excede cederr Lp" Lp" entonces:
Lb =
, 3.20
(Iy)0.5 (Area)^0.5
=
5.91
Lb: Lb: dis dista tanc ncia ia entr entree arr arrio iost stre ress m
"Se colocarán vigas de arriostre arriostre lateral cada 3,20 m para lograr que la sección sea compacta"
BARANDA METALICA
CIRCULACION VEHICULAR H 20 - S 16
PUENTE M IXT IXTO O LONGITUD : 22.00 MTS
BARANDA METALICA
PLANTA GENERAL PUENTE
A. DISE DISE O DEL DEL TABL TABLER ERO O I) PREDIMENSIONAMIENTO PREDIMENSIONAMIENTO DE LA SECCION TRANSVERSAL 1) REFERENCIAS Para determinar nuestra seccion tranversal tenemos las siguientes referencias, las cuales han sido dado por el profesor del curso - Nume Numero ro de vias vias : 02 - Tipo de sobrecarga : H20 H20 - S16 S16 (HS(HS-20 20)) - Long ongitud de del pue puennte : 22.00 ml 2) PREDIMENSIONES DE LA SECCION TRANSVERSAL
Por tipo de sobrecarga se conoce que el puente va ser diseñado para un SEMI - TRAILER, según la clasificacion de las normas A.A.S.H.T.O. (HS - 20) El semi - trailer consta de tres ruedas que transmiten los pesos a la superestructura del puente, con una distribu_ ción de acuerdo a la sobrecarga y dimenciones minimas
3) PREDIMENSIONAMIENTO DE LAS VEREDAS
Se va considerar una longitud transversal de la de la vereda de 1.20 m 4) ALTURA DE LA BARANDA
Se va considerar una longitud transversal de la de la baranda de 1.00 m 5) ESPESOR DEL ASFALTO
El espesor del asfalto es de 2" ( 5cm ) 6) SARDINEL
El sardinel va ser de 0.10m en 45º
II) DETERMINACION DEL LA SUPERESTRUCTURA SUPERESTRUCTURA 1) TABLERO (Ancho (Ancho de vía, sardinel sa rdinel y vereda) La losa va ser considerada, de concreto armado, armada perpendicular al eje del puente 2) VIGAS PRINCIPALES Las vigas principales serán de acero de perfil , ubicadas a lo largo del puente. Estas vigas van a estar espaciad a una distancia de 3m, unidas por vigas diafragmas.
III) ANALISIS Y DISEÑO EL TABLERO O LOSA DE TRANSITO
-----------------
Lo Longitud entre ejes de apoyos Numero de vías Resistencia del concreto a emplear en la losa Fluencia del acero de refuerzo en la losa Sobrecarga movil H20 - S16 (rueda mas pesada) Sobrecarga peatonal en vereda So Peso de la baranda metálica por metro lineal Peso específico del concreto armado
L = #Nº = f'c = f'y = P = S/C v = Wb = Wc =
22.00 m 02 210.00 Kg/cm2 4200.00 Kg/cm2 8000.00 Kg 400.00 Kg/m2 49.49 Kg/ml 4200.00 Kg/m3
x x
x x
1) TRA TRAMO INT INTER ERIO IOR R a) Predimensionamiento (t) t=
S 15
=
3 15
0.20
b) Metrado de cargas muertas --- Peso Propio de la Losa --- Peso del Pavimento
: :
0.20 0.05
x x
1 1
1 1
2400 = 480.00 Kg/ml 2000 = 100.00 Kg/ml C.M. 580.00 Kg/ml
c) Calculo del momento momento por peso propio
Mpp=
±
2
(C.M)S" 10
Podemos considerar
= 454 454.72 Kg-m
S" =
2.80
d) Momento por sobrecarga Ms/c= ± 0.80*( S" + 0.61 )*P 9.74
==> Donde P representa la carga en la rueda mas critica P = 8 000 kg
Ms/c=
±
2240.66
Kg-m
Las normas AASHTO y ACI especifica para tomar en cuenta la continuidad de la losa sobre tres o mas apo_ yos, se aplicarán a la fórmula anterior un coeficiente de continuidad de 0.80 tanto para el momento positivo como para el momento negativo. e) Momento de Impacto --- El coeficiente de impacto :
CI = (
15.24 S" + 38
) = 0.374
Es superior al maximo recomendable (CI ≤ 0.30), emplearemos como factor
de impacto CI=0.30 CI =
0.3
--- Momento de Impacto: ± MI
= CI x Ms/c
= 672.20 Kg-m
f) Verificacion del Peralte por Servicio => Momentos Momentos Por Por Servic Servicio: io: ± Mu
= Mpp + Ms/c + MI
=
3367.57 Kg-m
=> Esfuerzo Esfuerzo de compresi compresion on en el concreto concreto fc =
0.40 x f'c
=
Kg/cm2
84
=> Esfuerzo Esfuerzo permisibl permisiblee del acero de refuerzo refuerzo fs =
0.40 x f'y
=
1680 Kg/cm2
=> Modulo Modulo de elasticidad elasticidad del acero acero de refuerzo refuerzo Es =
2100000 Kg/cm2
=> Modulo Modulo de elasticidad elasticidad del del concreto concreto 15000(f'c) 1/2
Ec =
=
217370.7 Kg/cm2
=> Relacion Relacion del modulo de elasticidad elasticidad del acero acero al concreto Es/Ec = 9.661
n=
=> Relacion entre la tension del acero y del concreto r=
fs/fc
20
=> Factor Factor adimencion adimencional al k=
n n +r
= 0.326
1-(k/3)
j=
=
0.891
=> Ancho ncho de la losa losa b = 1.00 m
= 100.00 cm
=> Peralte Peralte util util de la Losa Losa 2xMt 2xMtx100 x100 fc x k x j x b
d=
Sabemos que :
t
=
t = t=
d+r
= 16.62 cm
; r = recubrimiento r = 2 + 0.8 r = 2.80
+
0.5(Ø5/8) (suponiendo este acero)
19.42 cm 20
cm
y
d
=
1 6 .5 c m
El valor asumido para el espesor de la losa es correcto
g) Diseño del acero a la rotura => Momento resistente a la rotura (positivo y negativo) ± Mv = 1.30(Mpp + (5/3)x(Ms/c + MI )) =
6902.32 Kg-m
=> Refuerzo Refuerzo principal principal positivo positivo y negativo negativo x(d -((As x fy )/(1.70 x fc x b) ) @ Mv = Ø x As x fy x(
Ø = 0.9
±As = 12.11 cm2 @ Verificando el acero minimo: Asmin Asmin
<
=
14bd/fy =
|±As|
cm2
5.5
¡Correcto!
@ Distribucion del acero principal (area del acero) x b ; As
Sp± =
Area de 5/8 =
1.99
Sp± = 16.43 => Sp± = 16.00 cm => Refuerzo Refuerzo de de temperat temperatura ura @ El acero de temperatura se calculará asi: 0.0018 x b x t
Ast =
=
3.6 cm2
@ Reparticion La repartición del acero es en ambos sentidos por lo que para cada sentidos tenemos: Ast =
1.80 cm2
@ Distribucion del acero de temperatura Area de 3/8 =
0.71 cm2
Acero Longitudinal StL =
Acero Transversal
39.44 => StL =
39.00 cm
Stt=
39.44 => Stt =
39.00 cm
=> Refuer Refuerzo zo de repart reparto o @ Cuando el acero principal se encuentra perpendicular al trafico la cantidad de acero de reparto estará dado en: %r= %r= Asr1
121 = 72.31 (S")0.5 67.00
= As x 0.67
= 8.114 cm2
El acero de reparto no debe ser mayor del 67%
@ Adicional El refuerzo por reparto se encontrará adicionandole el refuerzo por temperatura para un sentido Asrt
= 8.114 +
1.80 =
9.914 cm2
@ Distribucion del acero de reparto Sr± = Sr± =
(area del acero) x b ; As 12.81 => Sr± =
Area de 1/2 =
1.27
12.00 cm
h) Verificación de la cuantía => Cuantía maximas y minimas para un concreto de 210 kg/cm2 y un acero de 4200 Kg/cm2 Pmax =
0.016
Pmin =
0.0033
=> Cuantí Cuantíaa de la losa losa P= Como :
Pmin < 0.0033 <
P < 0 .0 0 7 <
As b*d
= 0.0073
Pmax 0 .0 1 6 => La falla falla es por fluenci fluenciaa del acero acero ¡ CORRECT CORRECTO O!
2) TRA TRAMO EN EN VOLA VOLADI DIZO ZO a) Predimensionamiento (t) Para asegurar la continuidad del tablero se va considerar un mismo espesor t = 0.20 cm b) Metrado de cargas muertas Sección
Carga (K (Kg)
Dis. (m)
Momento (Kg-m)
1
0.01
x
1.00
x
2400
=
24
0.57
13.68
2
0.04
x
1.00
x
2400
=
96
0.70
67.20
3
0.2
x
1.00
x
2400
=
480
1.3
624.00
4
0.16
x
1.00
x
2400
=
384
0.4
153.60
Asfalto
0.03
x
1.00
x
2000
=
60
0.45
27.00
49.49
1.68
83.14
Baranda 5
0.05
x
1.00
x
2400
=
120
1.68 TOTAL
201.60 1 1 7 0 .2 2
VER FIG 04 c) Calculo del momento por peso propio
Mpp=
(C.M)S"2 10
±
= 917.45 Kg-m
d) Momento por sobrecarga Tenemos que:
X = 0.500
Ademas se tiene: E = Ms/c=
PX E
=
0.8
-
0.305
x
=
0.195 +
1 2 0 0 .9 2
0.195 1.143 =
m 1.299 m
Kg-m
e) Momento de Impacto --- El coeficiente de impacto :
CI = (
CI =
Es superior al maximo recomendable
15.24 S" + 38
) = 0.395
(CI ≤ 0.30), emplearemos como factor
de impacto CI=0.30
0.3
--- Momento de Impacto: ± MI
= CI x Ms/c
= 360.28 Kg-m
f) Diseño del acero a la rotura => Momento resistente a la rotura (positivo y negativo) s ± Mv =
1.30(Mpp + (5/3)x(Ms/c MI ))
=
4575.29
Kg-m
Es menor al Mv interior, se colocará el mismo refuerzo
3) DISE DISEÑO ÑO DE VERE VEREDA DA a) Predimensionamiento (t) Para asegurar la continuidad del tablero se va considerar un mismo espesor t = 0.20 cm b) Metrado de carga muerta Sección
Carga (Kg)
Dis. (m)
Momento (Kg-m)
3
0.2
x
1.00
x
240 0
=
4 80
0 .5
240.00
5
0.05
x
1.00
x
240 0
=
1 20
0.88
105.60
0.88 TOTAL
43.55 389.15
Baranda
4 9 .4 9
c) Cálculo del momento momento por peso propio
Mpp=
±
(C.M)S"2 10
=
305.09 Kg-m
d) Momento por sobrecarga Ms/c= 400.00 x
1 .0 0
x
0.50
=
200
Kg-m
e) Momento de Impacto --- El coeficiente de impacto :
CI = (
CI =
15.24 S" + 38
) Es necesario considerar el impacto por razones de seguridad emplearemos como factor de impacto CI=0.10
0.1
--- Momento de Impacto: ± MI
= CI x Ms/c
=
20.00 Kg-m
f) Diseño del acero a la rotura => Momento resistente a la rotura (positivo y negativo) ± Mv =
1.30(Mpp + (5/3)x(Ms/c+MI ))
=
873.29
Kg-m
=> Refuerzo Refuerzo principal principal positivo positivo y negativo negativo x(d -((As x fy )/(1.70 x fc x b) ) @ Mv = Ø x As x fy x( ±As =
Ø = 0.9
1.59 cm2
@ Verificando el acero minimo: Asmin
=
14bd/fy =
5.5
cm2
Asmin
>
|±As|
MAL
Se toma el acero mínimo As =
5.5
@ Distribucion del acero principal (area del acero) x b As
Sp± =
Sp± = 23.09 =>
Sp± =
Area de 5/8 =
;
cm2
1.27
20.00 cm
=> Refuerzo Refuerzo de de temperat temperatura ura @ El acero de temperatura se calculará asi: 0.0018 x b x t
Ast =
3.6 cm2
=
@ Reparticion La repartición del acero es an ambos sentidos por lo que para cada sentidos tenemos: Ast =
1.80
m2
@ Distribucion del acero de temperatura Area de 3/8 =
0.71 cm2
Acero Longitudinal StL =
Acero Transversal
39.44 => StL =
Stt=
39.00 cm
39.44 => Stt =
3 9 .0 0 c m
=> Refuerzo Refuerzo de reparti repartición ción @ Cuando el acero principal se encuentra perpendicular al trafico la cantidad de acero de reparto estará dado en: %r= %r= Asr1
121 (S")0.5
=
121
El acero de reparto no debe ser mayor del 67%
67.00
= As x 0.67
=
3.685
m2
@ Adicional El refuerzo por reparto se encontrará adicionandole el refuerzo por temperatura para un sentido Asrt
= 3.685 +
1.80
=
5.485 cm2
@ Distribucion del acero de reparto Sr± =
(area del acero) x b As
Sr± =
23.15 =>
Sr± =
; 2 0 .0 0 c m
Area de 1/2 =
1.27
g) Verificación de la cuantía => Cuantía maximas y minimas minimas para un un concreto de 210 kg/cm2 y un acero de 4200 Kg/cm2 Pmax
=
0.016
Pmin
=
0.0033
=> Cuantí Cuantíaa de la losa losa
Como :
Pmin
P=
As bd
= P <
Pmax
= 0.0033
=> La falla falla es por fluencia fluencia del acero acero ¡ CORRECT CORRECTO O!
RESUMEN DEL ACERO A COLOCAR Acero Principal
Acero de Reparto
Acero de Temperatura
TRAMO INTERIOR
Ø 5/ 5/8" @ 16.00
Ø 1/ 1/2" @ 12.00
Ø 3/ 3/8" @ 39.00 Longitudinal y Transversal
TRAMO EXTERIOR
Ø 5/ 5/8" @ 16.00
Ø 1/ 1/2" @ 12.00
Ø 3/ 3/8" @ 39.00 Longitudinal y Transversal
VEREDA
Ø 5/ 5/8" @ 20.00
Ø 1/ 1/2" @ 20.00
Ø 3/ 3/8" @ 39.00 Longitudinal y Transversal
4 Tn
16 Tn 4.27
16 Tn
4.27
LUZ LIBRE DEL PUENTE (22 M
1.20
0.10
7.20
0
Losa de Cº Aº
2 %
2 %
Viga Viga Diafragm Diafragm a
S'' S 1.90
1.20
3.00
0.10
3.00
7.20 Losa de Cº Aº
2%
2%
Vig Viga Diafragm Diafragm a
S''
,
,
1.91,2 0
3.00
0,1
3.00
7,2
Losa de CºAº
2%
2%
0,1
Vered
,
,
Viga Diafragma
2,1
2,8
1.20
2,8
.1 0
.6 0
D .2 0
.3 0
1 2
.2 5
3
1.90
Viga Principal de Ace
2,1
,
S)
Baranda Metalica
.10 .10
1.20 1.20
Vereda
0.20 0.20 Principa Pri ncipa de A cero
0.80
1.90
Baranda M etal etalica ica
0.10 0.10 1.20 1.20 Vereda 0.20 0.20 a Principa Principa de Acero
,
0.80
1,2
1.90 2 , 0
a
3 2 , 0 6 , 1
ro
D 1 2
3
a) LOSA: Longitud entre ejes de Apoyo Número de Vías del puente Espesor de la losa Resistencia del concreto a emplear en losa Fluencia del acero de refuerzo en losa Sobrecarga móvil HS - 20 (Convoy de carga) Sobrecarga peatonal en vereda Peso de la baranda metálica Peso especifico del Concreto Armado b) VIGA DE ACERO: Espaciamiento transversal de las vigas entre ejes Espaciamiento de vigas entre ejes de las Alas Fluencia de Acero tipo PGE-24 SIDER PERU Peso Especifico del Acero en vigas
L Nº VIAS t f'c fy P S/C(vereda) Wb Wc
= = = = = = = = =
22.00 mts 2 vias (7.20 mts) 0.20 mts 210 kg/cm2 4,200 kg/cm2 3629 ton. 0.400 ton/m2 0.200 ton/m3 2400 ton/m3
S S'' f'y Wa
= = = =
3.00 mts 2.80 mts 2400 kg/cm2 7850 ton/m3
