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DISEÑO DE PUENTE VIGA LOSA
ESTUDIANTE:
ÑAUPA TELLO WILSON DITER
DOCENTE:
Ing. TORRES RAMIRES, MOISES
FECHA:
4/22/2023
ESTE PROGRAMA ESTÁ BASADO EN EL MANUAL DE DISEÑO DE PUENTES DEL MTC (M.D.P 2003)
DISEÑO DE PUENTE VIGA LOSA
ÑAUPA TELLO WILSON DITER
Ing. TORRES RAMIRES, MOISES
UNIVERSIDAD NACIONAL HERMILIO VALDIZANFACULTAD DE INGENIERÍA CIVIL Y ARQUITECTURA
E.A.P. INGENIERÍA CIVILDISEÑO DE PUENTE
DISEÑO DE PUENTE VIGA LOSA
DATOS GENERALES
Longitud del Puente(luz) 20.00 m. Camion de diseño HL-93KNumero de Tramos 1.00 und. Carga viva de camión eje delantero 14.78 TnAncho de carril 3.60 m. Carga viva peatonal 360 Kg/m2Numero de vias 4.00 und. Peso especifico de C°A° 2500 Kg/m3Ancho de calzada 16.00 m. Peso especifico del Asfalto 2200 Kg/m3Ancho de veredas 0.600 m. Espesor del Asfalto 0.075 m.Altura de vereda 0.15 m. F'c 280 Kg/cm2Ancho de baranda 0.15 m. Fy 4200 Kg/cm2Ancho total del puente 16.00 m. Peso de concreto normal 2400 Kg/m3
PREDIMENSIONAMIENTO:
I.- VIGAS PRINCIPALES(VP)
NVP= 6.00
2 Vigas ExterioresAsumimos el óptimo N° de vigas = 6
4 Vigas Interiores
1.1 SEPARACION ENTRE VIGAS PRINCIPALES (S)
Volado = 0.9 máx(Según Reglamento)
base de la Viga principal varía de 0.4 a 0.5 m. Considerar= 0.5separación entre vigas principales: S = 2.74 m.
II.- VIGAS DIAFRAGMA(VD)
NVD = 4 Según reglamento
2.1 Separacion de viga diafragma(SVD)
SVD = 5
DIMENSIONAMIENTO
1. LOSA
para un S = 2.74 m. = 191.33 mm Usar t= 19 cm.
Verificación:20t = 380 cm
OKLmáx= 224 cm
Usar: t = 19 cm.
2. VIGAS PRINCIPALES
Peralte
h=0.07L = 1.40 mBase
b=0.10+L/50 = 0.50 m
SECCION DE VIGAS PRINCIPALES: b= 0.50 h= 1.40 mPara todas las vigas principales.
𝑁°𝑉𝑖𝑔𝑎𝑠(𝑁𝑉𝑃)=𝑁°𝑉𝑖𝑎𝑠(𝐸𝑞𝑢𝑖𝑣𝑎𝑙𝑒𝑛𝑡𝑒𝑠)+1
𝑡=(𝑠+300)/30
3. VIGAS DIAFRAGMA
Con mas de 04 vigas principales es recomendable poner 04 vigas diafragma con una separación apartirde 6m.
Peralteh´= h-0.3 = 1.10 m
Baseb´= 0.3 m (Recomendable)
SECCION DE VIGAS DIAFRAGMA: b'= 0.30 h'= 1.10 m
RESUMEN DEL PREDIMENSIONAMIENTO
Peralte de viga principal 1.40 m.Ancho de Viga principal 0.50 m.Espesor de losa 0.19 m.Peralte de Viga diafragma 1.10 m.Ancho de Viga Diafragma 0.30 m.
2.740 m.2.240 m.
Espaciamt exterior al eje de vigas ext.(Volado) 1.150 m.
Espaciamiento entre vigas eje-eje ( S )Espaciamiento entre vigas cara-cara ( Sc )
DISEÑO DE LOSA
METRADO DE CARGAS
Peso de losa Interior 0.47500 Tn/m
Peso de losa exterior 0.48125 Tn/mSección variable(ver plano)*espesor inicio de volado 23.5 cm*espesor extremo libre 15.0 cm
Peso del Asfalto 0.165 Tn/m
Peso de Vereda 0.279 Tn/mAncho Altura0.775 0.15
Peso de Baranda PL-2 0.450 Tn/m
Sobre carga peatonal 0.216 Tn/m
CARGA VIVA VEHICULAR (Camión de Diseño HL-93K)
Ancho equivalente de losa para sobrecarga vehicularAncho Equivalente(m)
*Voladizo: 1140+0.833X: X= 700.0000 mm 1.723 Volado(V)*Mom Positivo 660+0.55S: S= 2740.000 mm 2.167 M+*Mom Negativo 1220+0.25S: S= 2740.000 mm 1.905 M-
Cargas para Voladizo, Momento Positivo y Momento Negativo
*Voladizo 4.29 Tn A 0.3m de la barrera separados a 1.80m(Manual de Puentes)*Momento(+) 3.41 Tn A 0.4S= 1.096 m, de la viga princ. Exterior a 1.80*Momento(-) 3.88 Tn equidistantes al eje del primer vp interior
RESUMEN PARA SAP2000
Metrado de Cargas Carga Und DESCRIPCIÓNPeso de losa interior(PL) 0.47500 Tn/m En toda la LuzPeso de losa Exterior (PL) 0.48125 Tn/m En toda la LuzPeso de Asfalto (PA) 0.165 Tn/m En toda la LuzPeso de vereda (PV) 0.279 Tn Como carga puntualPeso de Baranda (PB) 0.450 Tn Como carga puntualSobre carga peatonal (SCP) 0.216 Tn Como carga puntual
Voladizo (V) 4.289 Tn A 0.30m de la barrera separados 1.80
Momento positivo(M+) 3.410 Tn A 0.4S de la VPE separados 1.80Momento Negativo(M-) 3.879 Tn equidistantes al primer VP interior
ANALISIS ESTRUCTURAL (SE REALIZARA CON SAP2000)
DISEÑO ESTRUCTURAL
DATOS
f'c= 280 Kg/m2Fy= 4200 Kg/m2Ø= 0.9 ---
hv= 23.5 cm Volado
DISEÑO DE LOSA
dv= 17.5 cm Voladohi= 19 cm T. Interiordi= 15 cm T. Interiorb= 100 cm
Volado tramo interior
1.05 0.95
0.95 0.95
1 1n 0.997 0.903
Para los demás estados límites se usará:
n= 1
Resistencia última por flexión en volado
Mu(Volado)= 7.05 Ton-m "Del SAP2000"Mu= 7.03 Ton-m
Profundidad del bloque a compresión:
a= 1.989 cm
Acero requerido por flexión:
As= 11.271527122 cm2
17.74 cm Usar: 17.5 cm
Smáx=1.5t= 28.5 cm OK
VERIFICAMOS DUCTILIDAD
1.- Por Cuantía:
ρ=As/(bd) ρ= 0.00644
2.- Por bloque equivalente de compresiones = 6.248
a= 1.98909302 a < ES DUCTIL
Resistencia última por flexión para Momento Positivo (Claro Interior)
Mu= 5.37 Tn-m "Del SAP2000"Mu= 4.85 Tn-m, Multiplicado por "n"
Profundidad del bloque a compresión:
Determinación de n para el estado límite de resistencia:
nr
nd
ni
S=b/(100/AØ)=
0.42B1d
a=d-√(𝑑^2−2𝑀𝑢/(0.85∗𝑓^′ 𝑐∗∅∗𝑏))
𝐴𝑠=𝑀𝑢/(∅∗𝑓𝑦∗(𝑑−𝑎/2))
𝜌<0.5𝜌_𝑏
𝑎≤0.42∗𝛽_1 𝑑
a=d-√(𝑑^2−2𝑀𝑢/(0.85∗𝑓^′ 𝑐∗∅∗𝑏))
DISEÑO DE LOSA
a= 1.593 cma=d-√(𝑑^2−2𝑀𝑢/(0.85∗𝑓^′ 𝑐∗∅∗𝑏))
DISEÑO DE LOSA
Acero requerido por flexión:
As= 9.03 cm2
Asmín= 3.00 cm2 OK
22.16 cm Usar: S= 22 cm
VERIFICAMOS DUCTILIDAD
1.- Por Cuantía:
ρ=As/(bd) ρ= 0.00644
2.- Por bloque equivalente de compresiones = 5.355
a =1.59cm a > ES DUCTIL
Resistencia última por flexión para Momento Positivo (Apoyo Interior)
Mu= 3.3 Ton-m "Del SAP2000"Mu= 2.98
Profundidad del bloque a compresión:
d= 13 cma= 1.12 cm
Acero requerido por flexión:
As= 6.33 cm2 Asmín= 2.60 cm2 OK
S= 20.054 cm Usar: 20 cm
Smáx = 28.5 cm OK
VERIFICAMOS DUCTILIDAD
1.- Por Cuantía:
ρ=As/(bd) ρ= 0.00487
2.- Por bloque equivalente de compresiones = 4.641
a =1.12cm a > ES DUCTIL
S=b/(100/AØ)=
0.42B1d
0.42B1d
Acero de Distribución(Asr)
𝐴𝑠=𝑀𝑢/(∅∗𝑓𝑦∗(𝑑−𝑎/2))
𝜌<0.5𝜌_𝑏
𝑎≤0.42∗𝛽_1 𝑑
a=d-√(𝑑^2−2𝑀𝑢/(0.85∗𝑓^′ 𝑐∗∅∗𝑏))
𝐴𝑠=𝑀𝑢/(∅∗𝑓𝑦∗(𝑑−𝑎/2))
𝜌<0.5𝜌_𝑏
𝑎≤0.42∗𝛽_1 𝑑
DISEÑO DE LOSA
El Manual de Puentes (2003):
Entonces: 81.13% 67%
6.05 cm2
21.00 cm
Acero por contracción y temperatura
Ast = 3.39 cm2
Solo colocaremos en la capa superior mas no en la capa inferior debido a que se encuentra el acero principal y hace su función.
Ast/2 = 1.70 cm2 74.86 cm
Smax = 57 cmó 45 cm
Luego usar una separación de: s= 45 cm
Distribución de refuerzo para el control de agrietamiento:
%Asr = Usar %Asr =
Asr =
Ø1/2" @
Acero de Distribución(Asr)
Ø1/2" @
%𝐴𝑠𝑟 =3840/√(𝑆′)≤67%
𝐴_𝑆𝑇≥0.75 𝐴𝑔/𝐹𝑦
DISEÑO DE LOSA
Verificando la cuantia
Cuantia balanceada
b = 0.85*f´c*B1 0.0289Fy 0.003 Es + Fy
Siendo
max = 0.75* b = 0.021675
mín = 0.003333Fy
La cuantia para la losa es
= As = #DIV/0! #DIV/0! 0.02167 #DIV/0!b * d
= #DIV/0! #DIV/0! ### #DIV/0!
Para no verificar deflexiones
max = 0.18 * f´c = 0.012000 #DIV/0! #DIV/0! #DIV/0!Fy
Espaciamiento máximo
S = #DIV/0! cm.As
Distribución del Acero por metro lineal
Colocar #DIV/0! varillas de Ø cm a cada #DIV/0!
0.003 * Es =
14 =
AØ .b =
DISEÑO DE LOSA
DISEÑO DEL TRAMO EN VOLADIZOCALCULO DE MOMENTOSI ).- MONENTO POR PESO PROPIO
SECCION CARGA X DIST. MOMENT.
A #NAME? #NAME? #NAME?
B #NAME? #NAME? #NAME?
C #NAME? #NAME? #NAME?
D #NAME? #NAME? #NAME?
Asfalto #NAME? #NAME? #NAME?
Baranda 0.1 #NAME? #NAME?
MD = #NAME?
29.56 Tn#NAME? 0.25 0.05 0.300 x
### A B
C
0.19
D
#NAME?
0.50
II) .- MOMENTO POR SOBRE CARGA
a ) .- REFUERZO PERPENDICULAR AL TRAFICO
ANCHO EFECTIVO SERA
E = 0.8 X + 1.143X = #NAME?
E = #NAME?
ML = #NAME?
III).- MOMENTO POR IMPACTO
0.3 x M L = #NAME?
DISEÑO POR ROTURA
El momento ultimo es:
Mu = #NAME?Mu = #NAME? kg.cm
M I =
MIMLMDMu 67.13.1
E
PXML
DISEÑO DE LOSA
Cálculo del área de acero y ancho en compresión
d = 0.0 f 'c = 280b = 100 fy = 4200
As = 5.57 cm2 ( Valor teórico )
NOTA: este es el area del acero para el tramo en volado por metro
1.27 ( valor unit. )
espaciamiento entre ellas
S = 22.8 cm. Usar Ø 1/2" @ 20 cm.
Asuma un posible diámetro (en pulgadas) de acero a colocar
Ø (plg) = 1/2 As (cm 2) = 1.27 Area unitaria
As1 = #NAME? cm2 As2 = #NAME? cm2 Por 1 m. De losa
Luego tomamos el menor de los valores calculados
As = #NAME? cm2 ( Valor teórico ) 4.666666667As min = 0.00 cm2 ( Valor teórico )
As = 14.75 cm2 ( Valor real )
c = 2.60 cm > 0.00 cm.verifique el diseño
Verificando la cuantia
Cuantia balanceada
b =Fy 0.003 Es + Fy 0.0289
Siendo
0.75* b = 0.021675
mín = 0.003333Fy
La cuantia para la losa es
= As = #DIV/0! #DIV/0! 0.022 #DIV/0!b * d
= #DIV/0! #DIV/0! ### #DIV/0!
considerando: Ø 1/2" ( 1.27cm2)
As1 = cm2
0.85xf´cxB1 x 0.003 xEs
14 =
As
xAsS
1001
xfcxb
AsxfydxAsxfyMu
7.19.0
DISEÑO DE LOSA
Para no verificar deflexiones
max = 0.18 * f´c = 0.012000 #DIV/0! #DIV/0! #DIV/0!Fy
Espaciamiento máximo
S = #NAME? cm.As
Distribución del Acero por metro lineal
Colocar #NAME? varillas de Ø 1/2 a cada #NAME?
CALCULO DEL ACERO DE REPARTICION (LOSA ARMADA PERPENDICULARMENTE AL SENTIDO DEL TRAFICO)
Acero positivo:
67.000 %
Asr = #VALUE! cm2 Por metro de ancho de losa
Usar varillas 5/8 a cada ### m. area = 1.98
Acero negativo:
Asr = 0.00 cm2 Por metro de ancho de losa
Usar varillas 5/8 a cada #DIV/0! m. area = 1.98
CALCULO DEL ACERO DE TEMPERATURA
Ast = 0.0018 b.losa . H.losa
Ast = 3.42 cm2 Por metro de ancho de losa
Usar varillas 1/2 a cada 0.30 m. area = 1.270.33
DISEÑO DE VIGA DIAGRAGMA
0.00
#NAME?
#NAME?
#NAME?
AØ .b =
SAs
3480%
DISEÑO DE LOSA
METRADO DE CARGAS
Carga muerta
Peso Propio de losa #NAME? Tn/mPeso del Asfalto 0.000 Tn/mPeso Propio de viga #NAME?
#NAME? Tn/mcarga vivacarga viva 29.560 Tn
PL = 29.560 Tn
CALCULO DE MOMENTOS
A. Momentos por carga muerta
#NAME? Tn/m
#NAME?
Suponemos un coeficiente de 1/10 para los momentos negativos y positivos,debido al peso propio:
#NAME? Tn.m
10
B. Momentos por Sobre Carga
P = 29.560
#NAME?
#NAME?
P( S´c ) #NAME? Tn-m4
Siendo P el valor de la rueda más pesada
C. Momento de impacto
#NAME? unid. #NAME?
WD =
MD = WD . S' 2
ML =
)38(
24.15
SI
DISEÑO DE LOSA
Luego de la desigualdad tomamos el valorde I
I = #NAME?
)38(
24.15
SI
DISEÑO DE LOSA
El Momento de Impacto es:
#NAME? Tn.m
DISEÑO POR ROTURA
= ### Tn.m
b = #NAME? f 'c = 280d = #NAME? fy = 4200
As = 8.50 cm2
= ### cm2
por lo tanto usar acero minimo,
el espaciamineto entre ellas es #NAME? barras
Verificando la cuantia
Cuantia balanceada
b = 0.85*f´c*B1 0.0289Fy 0.003 Es + Fy
Siendo
max = 0.75* b = 0.021675
mín = 0.003333Fy
cm.La cuantia para la viga es
= As = #NAME? ### 0.02167 #NAME?b * d
M I =
considerando barras de 3/4" ( 2.85 cm 2)
0.003 * Es =
14 =
bxFcxx
FyxAsdFyxAsxMU
85.02
MIMLMDMu 67.13.1
Fy
dxbxAs
1.14min
UNIVERSIDAD NACIONAL HERMILIO VALDIZANFACULTAD DE INGENIERÍA CIVIL Y ARQUITECTURA
E.A.P. INGENIERÍA CIVILESTRUCTURAS ESPECIALES
DISEÑO DE ELASTOMERICO REFORZADO
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
#NAME?METRADO DE CARGASCarga Distribuida
#NAME? losa Peso Propio de losa #NAME? Tn/mPeso Propio de Viga #NAME? Tn/mPeso del Asfalto #NAME? Tn/m
viga #NAME? WD = #NAME? Tn/m
Carga Puntual ( Viga Diafragma )
#NAME? #NAME? #NAME? P = #NAME? TnPara cuatro vigas
CALCULO DE MOMENTOS
A. MOMENTOS POR CARGA MUERTA
P = #NAME? #NAME? #NAME? P = #NAME?0.000 0.000 0.000
WD = #NAME? Tn/m
0.00 0.005
L = 20.00
MD = #NAME? Tn.m
B. MOMENTOS POR SOBRECARGA
CALCULO DEL COEFICIENTE DE CONCENTRACIÓN DE CARGAS
Monentos con respecto al punto A:
P P
A
Ft
Sum. Mtos. En A=0
A= 4.00X= 1.26
Fr = 1.70 Coeficiente de concentracion 1.810219
P= P=
A
S
3.60
.60 1.80 X
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
5.7 + X 4.20 - X 4.3 5.7 - Xx
P 4P 4P
. A. C
D . B
10
A = (L/2-4.20+X )/2B = (L/2-X )/2C = (L/2-X-4.27 )/2D = L/4
M sc.= 1/2.(9.L/2-7.X-21.35 ).P
Considerando X = 0.00 m.X = 0.70 m.
Considerando X = 0.70 m.
Considerando que del centro de luz a 0.70 m. recibe la carga 4P
A= 3.25B= 4.65C= 2.55D= 5
Considerando el centro de luz recibe directamente el 4P
A= 2.90B= 5.00C= 2.90
Ms/c = 253.66Ms/c = 235.56
Ms/c = 253.66
Valor del momento por sobrecarga por eje de ruedaAplicaremos el coeficiente de concentración de carga:
M sc.= Ms/c.Fr = 431.41 Tn - m
El valor anterior es el momento por viga al centro de luz
C. MOMENTO POR SOBRECARGA EQUIVALENTE
9.00 Tn
WD = 0.96 Tn/m
L = 20.00
5
Momento en el centro de luz
Mse = 93.00 Tn.m
LuegoMequivalente = Meq
para maximizar los momentos hacemos X iqual a cero
P=
CL
vigas
MsexviasMeq
#
#
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
Meq = 62.000 Tn.m
D. ELECCION DEL MOMENTO DE DISEÑO
El Momento por Sobrecarga para el diseño se selecciona el mayor valor de la comparación entre C y D
ML = 431.410 Tn.m
E. MOMENTO DE IMPACTO
I = 0.263 < 0.30
Luego de la desigualdad tomamos el valorde I
I = 0.26
El Momento de Impacto es:
M x I = 113.357 Tn.m
DISEÑO DE VIGA "T"
Características de la viga
bw = 0.500 m.hf = 0.190 m.s = 2.240 m.L = 20.000 m.
Cálculo del ancho de la viga tipo "T"
b <= L/4 b <= 5.000
b - bw <= 16 hf b <= 3.540
b <= s + bw b <= 2.740
De la comparación de estos valores tomamos el menor de ellos
b = 2.74 m.
Luego asumiendo que:c <= 0.19 m. Suponiendo que el eje neutro se halla dentro del ala
Diseñamos una viga rectangular con ancho igual a
b = 2.740 m.
)38(
24.15
LI
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
DISEÑO EN CONCRETO
Determinación del peralte por servicio
Ms = #NAME? Tn.m
fc = 0.4*f´c = 112.00fs = 0.4*Fy = 1680.00r = fs/fc = 15.00n = Es/Ec = 8.37K = n/(n+r) = 0.36J = 1 - K/3 = 0.88
#NAME?
d = #NAME? #NAME? 140.00 cm. #NAME?
Asumimos para efectos de diseño
d = 100.00 cm.
Diseño por Rotura.
Cálculo del Momento último
Mu = #NAME? Tn.m
Cálculo del área de acero y ancho en compresión
As1 = #NAME? cm2
As2 = #NAME? cm2
Luego tomamos el menor de los valores calculados
As = #NAME? cm2 ( Valor teórico )
As = 212.94 cm2 ( Valor real )
c = 13.71 cm < 19.0Diseñado como viga rectangular OK.
Verificando la cuantia
Cuantia balanceada
b = 0.85*f´c*B1 0.028900Fy 0.003 Es + Fy
Siendo
max = 0.75* b = 0.021675
La cuantia para la viga es
= As = 0.0077715 < 0.021675 OKb * d
Para no verificar deflexiones
0.0120000 > 0.0077715 OK
Verificando por fatiga en servicio
Momento por servicio máximo
M = #NAME? Tn.m
( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )
0.003 * Es =
MIMLMDMs
bJKfc
Md
...
2
MIMLMDMu 67.13.1
Fy
cfx 18.0
max
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
#NAME? Kg/cm2
Momento por carga muerta
M = #NAME? Tn.m
#NAME? Kg/cm2
Rango de esfuerzos actuantes
f = #NAME? Kg/cm2
Rango de esfuerzos admisibles
ff = 1635.36 - 0.36 * fs mín. = #NAME? Kg/cm2
ff = #NAME? #NAME? #NAME? #NAME?
Distribución del acero
Asumimos un diamero del acero de refuerzo As = 5.07 cm2consideraremos barras de 1 " de 5.07 cm2 de area Ø 2.540 cm 3.175entonces el numero de barras sera:
42.00 barras
debido a la cantidad de barras en lugar de distribuirlos en capas lo haremos en paquetes de cuatro barras
r = ( As ) /( b x d )
r = 0.0078 0.021675 ok
Xl
Ast. Xl = Y1.As1+Y2.As2+Y3.As3+Y4.As4Xl = 14.3
Verificando por agrietamientoel esfuerzo maximo admisible seta dado por:
Z = 30000 kg/cm2 condicion severa
A = 2 x X x b =
#NAME?# barras
dc = 13.03
se debe verificar que;
. fs max admisible < 0.6 f yfs max admisible > fs max actuante
>
#NAME? > #NAME? #NAME?
dxJxAs
Mfs max
dxjxAs
Mfs min
.)(
)(.#
undbarraAs
calculadoAsbarr
3.max
Axdc
Zfs
3.max
Axdc
Zfs
dxJxAs
Mfs max
7.55.05.05.0
7.5 7.0 7.0 7.0 7.0 7.5
12.5
17.5
22.5
As1
As2
As3
As4
50.0
7.0
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
Acero a Compresión
El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y procesoconstructivo. Para ello emplearemos la cuantia mínima.
min = 14.1 / Fy = 0.0034
As min = #NAME? cm2
Empleamos
acero de Ø 1 Pulg.Area individual 5.07 cm2
# de varillas #NAME? Und.
Nota: Empleraremos 4 varillas para un mayor confinamiento.
DISEÑO POR CORTE( para diseno de Neopreno)
A. Cortantes por carga muerta
P = #NAME? P P P = #NAME?
WD = #NAME?
0.6670.333
1
L = 20.00
Ra = #NAME?(Tomamos el máximo valor teórico obtenido )
VD = #NAME? Tn
B. Cortantes por Sobre Carga
4P 4P P4.3 4.3 11.40
1 0.78 0.57
VL = 1.70 x (4P( 1.00) + 4P (0.80) + P(0.59))13.12 P
VL = 96.94 tonNOTA:
VL = 96.940 Tn sabemos que la carga por eje delantero es 14780por la cual por rueda sera la mitad, el coeficiente de concentracion de carga
C. Cortante de impacto
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
I = 0.263 < 0.30
Luego de la desigualdad tomamos el valorde I
I = 0.26
El Cortante de Impacto es:
VI = 25.472 Tn
DISEÑO POR ROTURA
Vu = #NAME? Tn
Esfuerzo cortante nominal en rotura:
Vu =#NAME? kg/cm2
Ø.b.d
Esfuerzo cortante resistente del concreto
= 0.0078b.d
#NAME? Kg/cm2
Vc máx = 0.53 f'c = 8.869 Kg/cm2
DondeVc #NAME? Vc Máx #NAME?
TomamosVc = #NAME?
Luego
Vc = #NAME? #NAME? Vu = #NAME?#NAME?
como el vu < vc teoricamente no se requiere refuerzo en el almapero es necesario colocar acero minimo con estribo de 3/8"por lo tanto tomamos Av = 2Av3/8
Estribos Ø 1/2"
Area individual 1.27 cm2
LuegoAv = 2 * Aind = 2.54 cm2
Espaciamiento
S máx = d / 2 = 50.000
#NAME? cm.
Usar
Acero lateral
Como la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acerolateral en una cantidad de:
ASL = 0.10 * As(real)
ASL = 21.29 cm2.
Vu =
As =
)38(
24.15
LI
)1765.0(Mu
dxVucfxVc
bxVuVc
FyxAvScorte
)(
VIVLxVDxVU 67.13.1
DISEÑO DE VIGA INTERIOR
ESTUDIANTE: #NAME?
espaciamiento entre barras
1.- No mayor de 30 cm.2.- No mayor del ancho del nervi 50 cm.
Se toma el menor de ellos
S = 30.00 cm
Altura libre = Hviga - Hlosa = 121.00 cm.
Recubrimiento 5.00 cm.
Luego# fierros = 3.70
S
# fierros = 3.00 und. 5.06693
Como se dispondran a ambos lados la cantidad total es.
# fierros(tot.) = 6.00 und.
Por lo que cada uno será
As (c/u) = 3.549 cm2# fierros(tot.)
Por lo tanto empleamos
acero de Ø 3/4" Pulg.Area individual 2.85 cm2 CAMBIE POR UNO DE MAYOR AREA
PARA DISEÑO DE NEOPRENO
VD = #NAME? KgVL = 96940.02 Kg
Alt. Libre - 2(Recubrimiento) =
ASL =
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
#NAME?
#NAME?
#NAME?
#NAME? #NAME?
METRADO DE CARGAS
Carga Distribuida
Peso Propio de losa #NAME? Tn/mPeso Propio de Viga #NAME? Tn/mPeso del Asfalto #NAME? Tn/mSobrecarga en acera #NAME? Tn/mPeso Propio de vereda #NAME? Tn/m
#NAME? Tn/m
Carga Puntual ( Viga Diafragma )
P = #NAME? Tn
Se ubicaran 4 vigas diafragmas
CALCULO DE MOMENTOS
A. MOMENTOS POR CARGA MUERTA
P = #NAME? #NAME? #NAME? P = #NAME?0.000 0.000 0.000
#NAME? Tn/m
0.00 0.005
L = 20.00
#NAME? Tn.m
WD =
WD =
MD =
P= P=
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
B. MOMENTO POR SOBRECARGA
A.1. Calculo del coeficiente de Concentración de Cargas
P P P0.3 1.80 . 1.20 0.30
R
o
#NAME?
monentos con respecto al punto O
#NAME? R =(1.80+1.20+0.25)xP + ( 1.20+0.30 )xP + 0.30xP
#NAME? R = 5.10 P 5.02R = 1.70P 1.70 coeficiente de concentracion
5.8 + X 4.20 - X 4.2 5.8 - X
xP 4P 4P
. A. C
D . B
10
A = (L/2-4.20+X )/2B = (L/2-X )/2C = (L/2-X-4.27 )/2D = L/4
M sc.= 1/2.(9.L/2-7.X-21.35 ).P
Considerando X = 0.00 m.X = 0.70 m.
Considerando X = 0.70 m.
Considerando que del centro de luz a 0.70 m. recibe la carga 4P
A= 3.25B= 4.65C= 2.55D= 5
para maximizar los momentos hacemos X iqual a cero
CL
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Considerando el centro de luz recibe directamente el 4P
A= 2.90B= 5.00C= 2.90
Ms/c = 253.66Ms/c = 235.56
Ms/c = 253.66
Valor del momento por sobrecarga por eje de ruedaAplicaremos el coeficiente de concentración de carga:
M sc.= Ms/c.Fr = 431.22 Tn - m
C. MOMENTO POR SOBRECARGA EQUIVALENTE
9.00 Tn
0.96 Tn/m
L = 20.00
5
Momento en el centro de luz
Mse = 93.00 Tn.m
LuegoMequivalente = Meq
Meq = 62.000 Tn.m
D. ELECCION DEL MOMENTO DE DISEÑO
El Momento por Sobrecarga para el diseño se selecciona el mayor valor de la comparación entre C y D
431.225 Tn.m
E. MOMENTO POR IMPACTO
I = 0.263 < 0.30
Luego de la desigualdad tomamos el valorde I
I = 0.26
El Momento de Impacto es:
WD =
ML =
P=
)38(
24.15
LI
vigas
MsexviasMeq
#
#
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
113.308 Tn.mM x I =
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
DISEÑO DE VIGA "T"
Características de la viga
bw = 0.500 m.hf = 0.190 m.s = 2.240 m.L = 20.000 m.
Cálculo del ancho de la viga tipo "T"
b <= L/4 b <= 5.000
b - bw <= 16 hf b <= 3.540
b <= s + bw b <= 2.740
De la comparación de estos valores tomamos el menor de ellos
b = 2.74 m.
Luego asumiendo que:c <= 0.19 m.
Diseñamos una viga rectangular con ancho igual a
b = 2.740 m.
DISEÑO EN CONCRETO
Determinación del peralte por servicio
Ms = #NAME? Tn.m
fc = 0.4*f´c = 112.00fs = 0.4*Fy = 1680.00r = fs/fc = 15.00n = Es/Ec = 8.37K = n/(n+r) = 0.36J = 1 - K/3 = 0.88
#NAME?
d = #NAME? #NAME? 140.00 cm. #NAME?
Asumimos para efectos de diseño
d = 107.50 cm.
Diseño por Rotura.
Cálculo del Momento último
Mu = #NAME? Tn.m
( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )
MIMLMDMs
bJKfc
Md
...
2
MIMLMDMu 67.13.1
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Cálculo del área de acero y ancho en compresión
As1 = #NAME? cm2
As2 = #NAME? cm2
Luego tomamos el menor de los valores calculados
As = #NAME? cm2 ( Valor teórico )
As = 152.10 cm2 ( Valor real )
c = 9.80 cm < 19.0Diseñado como viga rectangular OK.
Verificando la cuantia
Cuantia balanceada
b = 0.85*f´c*B1 0.028900Fy 0.003 Es + Fy
Siendo
max = 0.75* b = 0.021675
La cuantia para la viga es
= As = 0.0051638 < 0.021675 OKb * d
Para no verificar deflexiones
0.0120000 > 0.0051638 OK
Verificando por fatiga en servicio
Momento por servicio máximo
M = #NAME? Tn.m
#NAME? Kg/cm2
Momento por carga muerta
M = #NAME? Tn.m
#NAME? Kg/cm2
Rango de esfuerzos actuantes
f = #NAME? Kg/cm2
Rango de esfuerzos admisibles
1635.36 - 0.36 * fs mín. = #NAME? Kg/cm2
#NAME? #NAME? #NAME? #NAME?
0.003 * Es =
ff =
ff =
dxJxAs
Mfs max
dxjxAs
Mfs min
Fycfx
18.0max
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Distribución del acero
Asumimos un diamero del acero de refuerzo As = 5.07consideraremos barras de 1 " de 5.07 cm2 de area Ø 2.540 entonces el numero de barras sera:
30.00 barras
debido a la cantidad de barras en lugar de distribuirlos en capas lo haremos en paquetes de cuatro barras
r = ( As ) /( b x d )
r = 0.0052 0.021675 ok
Xl
Ast. Xl = Y1.As1+Y2.As2+Y3.As3+Y4.As4+Y5.As5Xl = 17.5
Verificando por agrietamientoel esfuerzo maximo admisible seta dado por:
Z = 30000 kg/cm2 condicion severa
A = 2 x X x b =
58.3 # barras
dc = 16.23
se debe verificar que;
>
3055.222 > #NAME? #NAME?
Acero a Compresión
El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y procesoconstructivo. Para ello emplearemos la cuantia mínima.
min = 14.1 / Fy = 0.0034
As min = #NAME? cm2
. fs max admisible < 0.6 f y
fs max admisible > fs max actuante
.)(
)(.#
undbarraAs
calculadoAsbarr
7.55.05.05.0
7.5 7.0 7.0 7.0 7.0 7.5
12.5
17.522.5
As1
As2
As3
As4
50.0
7.0
As5
27.5
3.max
Axdc
Zfs
3.max
Axdc
Zfs
dxJxAs
Mfs max
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Empleamosacero de Ø 1 Pulg.Area individual 5.07 cm2
# de varillas #NAME? Und.
Nota: Empleraremos 4 varillas para un mayor confinamiento.
DISEÑO POR CORTE
A. Cortantes por carga muerta
P = #NAME? P P P = #NAME?
#NAME?
1
L = 20.00
Ra = #NAME?(Tomamos el máximo valor teórico obtenido )
#NAME? Tn
B. Cortantes por Sobre Carga
4P 4P P4.2 4.2 11.60
1 0.79 0.57
VL = 1.70 x (4P( 1.00) + 4P (0.79) + P(0.57))13.15 P
VL = 97.150 ton
97.150 Tn
NOTA:sabemos que la carga por eje delantero es 14.78 Tnpor la cual por rueda sera la mitad, el coeficiente de concentracion de carga 1.70
C. Cortante de impacto
I = 0.263 < 0.30
WD =
VD =
VL =
)38(
24.15
LI
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
)38(
24.15
LI
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Luego de la desigualdad tomamos el valorde I
I = 0.26
El Cortante de Impacto es:
25.527 Tn
DISEÑO POR ROTURA
Vu = #NAME? Tn
Esfuerzo cortante nominal en rotura:
#NAME? kg/cm2
Esfuerzo cortante resistente del concreto
0.0052
#NAME? Kg/cm2
Vc máx = 0.53 f'c = 8.869 Kg/cm2
DondeVc #NAME? Vc Máx #NAME?
TomamosVc = #NAME?
Luego
Vc = #NAME? #NAME? Vu = #NAME?#NAME?
como el vu < vc teoricamente no se requiere refuerzo en el almapero es necesario colocar acero minimo con estribo de 3/8"por lo tanto tomamos Av = 2(0.71)
Estribos Ø 1/2"
Area individual 1.27 cm2
LuegoAv = 2 * Aind = 2.54 cm2
Espaciamiento
S máx = d / 2 = 53.750
#NAME? cm.
Usar estribos Ø 3/8" @ 0.25
VI =
= As =b.d
xbxd
vuVu
bxVuVc
FyxAvS
)(
VIVLxVDxVU 67.13.1
)1765.0(Mu
dxVucfxVc
DISEÑO DE VIGA EXTERIOR
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Acero lateralComo la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acerolateral en una cantidad de:
0.10 * As(real)15.21 cm2.
espaciamiento entre barras
1.- No mayor de 30 cm.2.- No mayor del ancho del nervio 50 cm.
Se toma el menor de ellos
S = 30.00 cm
Altura libre = Hviga - Hlosa = 121.00 cm.
Recubrimiento 5.00 cm.
Luego# fierros = 3.70
S
# fierros = 3.00 und.
Como se dispondran a ambos lados la cantidad total es.
# fierros(tot.) = 6.00 und.
Por lo que cada uno será
As (c/u) = 2.535 cm2# fierros(tot.)
Por lo tanto empleamos
acero de Ø 3/4" Pulg.Area individual 2.85 cm2 OK
ASL =ASL =
Alt. Libre - 2(Recubrimiento) =
ASL =
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
DATOS
Cota de la Rasante 3500.85 m.s.n.mCota del fondo de Río 3496.60 m.s.n.mProfundidad de desplante 1.50 m (Recomendación del estudio de suelos)Cota de la base de elevación 3495.70 m.s.n.mCota de aguas máximas 3498.30 m.s.n.mAltura mínima de la cimentación 0.60 m.Tipo de Terreno GWReacción del Puente por carga muerta #NAME? TnReacción del Puente por Sobre carga 14.30 TnRodadura del puente 5% de HS25 0.71 TnAncho del puente 16.00 m.Longitud del puente 20.00 m.S/C Equivalente 0.96 Tn/mAltura equivalente de la Sobre carga ( h' 0.37Angulo de Fricción interna del relleno ( Ø 35.00 Grados 0.6109 RadianesTalud para el centro del estribo ( & ) 0.00 Grados 0.0000 RadianesTalud para las alas del estribo ( &' ) 18.43 Grados 0.3218 RadianesPeso Específico del relleno 2.60 Tn/m3Capacidad Portante del suelo 1.70 Kg/cm2Peso Específico del concreto 2.30 Tn/m3Talud del terreno V = 1 , H = 3.00F'c del concreto 310.00 Kg/cm2Espesor del apoyo (elastómetros) 5.00 cm
Geometría del Estribo
Dimensiones (m)
Mínimas Reales A
H 5.150 5.150a 1.450 1.450 h'd 0.400 0.900
h 3.700 3.700 Be 0.271 0.800 4x 0.370 0.370h' (0-h) 1.700 h''h'' h-h' 2.000
g (0-c) 0.500 Cb 2.060 3.770
c 0.510 0.600 Df 0.500 0.600
CHEQUEO DE LA SECCION A -A1. Empuje de TierraCoef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E = 1.118 Tn.
EEh = 1.066 Tn. P1Ev = 0.336 Tn. 0.565
APunto de Aplicación dv = 0.565 m.
H
b
e dx
a
h
c c
f
1
10 a 25
g
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
( Medido desde el eje A-A, hacia arriba )
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 3.002 0.450 1.351Ev 0.336 0.900 0.303Total 3.338 1.653
Xv = 0.495Z = 0.180e = 0.135
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 7.049 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 7.049 OK
3.2. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 2.745 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería (ver tabla)
FSD = 2.191 > 2.000 OK
CHEQUEO DE LA SECCION B - B
A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E = 4.315 Tn. E
Eh = 4.115 Tn.Ev = 1.298 Tn.
1.150Punto de Aplicación dv = 1.150 m.( Medido desde el eje B-B, hacia arriba ) A
P1
P3
P2
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)P1 6.521 1.420 9.259P2 3.128 0.570 1.783P3 0.332 0.113 0.038Ev 1.298 1.870 2.426Total 11.278 13.506
Xv = 1.198Z = 0.420e = 0.157
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 9.069 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 9.069 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 2.855 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 1.918 < 2.000 Verifique el diseño
B. Estribo con puente y relleno sobrecargado
1. Reacción del Puente por metro lineal
R1 = #NAME? Tn/m.
2. Reacción por Rodadura
R2 = 0.043 Tn/m.
3. Reacción por sobrecarga
R3 = 0.894 Tn/m.
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
4. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)R1 #NAME? 0.570 #NAME?R3 0.894 0.570 0.509Pvertical 11.278 1.198 13.506Total #NAME? #NAME?
Xv = #NAME?
5. Fuerzas Horizontales
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
Eh 4.115 1.150 4.731R2 0.043 4.950 0.212Total 4.158 4.943
Yh = 1.189 m.
Punto de Aplicación de la Resultante
Z = #NAME?e = #NAME?
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = #NAME? Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 #NAME? #NAME? #NAME?
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
CHEQUEO DE LA SECCION C - C
A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado
1. Empuje de TierraCoef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E1 = 4.315 Tn.
E1h = 4.115 Tn.E1v = 1.298 Tn. E1
Punto de Aplicación d1v = 3.150 m.( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )
Coef. De Empuje Activo C = 0.271 E2Resultante del Empuje E2 = 1.929 Tn 3.150
E2h = 1.840 TnE2v = 0.580 Tn 0.757
APunto de Aplicación d2v = 0.757 m( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 10.661 1.620 17.270P2 6.808 0.770 5.242P3 1.574 0.247 0.388P4 2.300 2.320 5.336P6 4.095 2.320 9.500E1v 1.298 2.070 2.686E2v 0.580 2.570 1.491Total 27.316 41.914
Xv = 1.534Z = 0.525e = 0.276
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 17.479 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 17.479 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 2.920 > 2.000 OK
P1
P3
P2
P4
P6
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 3.211 > 2.000 OK
B. Estribo con puente y relleno sobrecargado
1. Reacción del Puente por metro lineal
R1 = #NAME? Tn/m.
2. Reacción por Rodadura
R2 = 0.043 Tn/m.
3. Reacción por sobrecarga
R3 = 0.894 Tn/m.
4. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
R1 #NAME? 0.770 #NAME?R3 0.894 0.770 0.688Pvertical 27.316 1.534 41.914Total #NAME? #NAME?
Xv = #NAME?
5. Fuerzas Horizontales
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
E1h 4.115 3.150 12.962E2h 1.840 0.757 1.392R2 0.043 6.950 0.298Total 5.998 14.652
Yh = 2.443 m.
Punto de Aplicación de la Resultante
Z = #NAME?e = #NAME?
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = #NAME? Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Luego1240 #NAME? #NAME? #NAME?
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
CHEQUEO DE LA SECCION D - D
A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E1 = 4.315 Tn
E1h = 4.115 Tn E1E1v = 1.298 Tn
Punto de Aplicación d1v = 3.750 m( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )
E2Coef. De Empuje Activo C = 0.271 3.750Resultante del Empuje E2 = 1.929 Tn
E2h = 1.840 Tn 1.357E2v = 0.580 Tn
APunto de Aplicación d2v = 1.357 m( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 10.661 2.220 23.666P2 6.808 1.370 9.327P3 1.574 0.847 1.333P4 2.300 2.920 6.716P5 5.203 1.885 9.807P6 4.095 2.920 11.957P7 8.034 3.470 27.878E1v 1.298 2.670 3.465E2v 0.580 3.170 1.839SP -12.064 1.885 -22.741Total 28.488 73.248
P5
P4
P1P2
P3
SP
P6
P7
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Xv = 2.571Z = 0.629e = -0.057
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 6.873 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 6.873 OK
3.2. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 4.086 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.60 Para albañilería sobre conglomerado
FSD = 2.870 > 2.000 OK
B. Estribo con puente y relleno sobrecargado
1. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
R1 #NAME? 1.370 #NAME?R3 0.894 1.370 1.224Pverticales 28.488 2.571 73.248Total #NAME? #NAME?
2. Fuerzas Horizontales
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
E1h 4.115 3.750 15.431E2h 1.840 1.357 2.496R2 0.043 7.550 0.323Total 5.998 18.251
Yh = 3.043
4. Punto de Aplicación de la Resultante
Z = #NAME?e = #NAME?
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = #NAME? Tn/m2 = #NAME? Kg/cm2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 #NAME? #NAME? #NAME?
Así mismo (verificamos con la capacidad portante)
P = #NAME? #NAME? 1.70 #NAME?
3.2. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.60 Para albañilería sobre grava
FSD = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
DISEÑO DE LAS ALAS DEL ESTRIBO
Talud del Ala H : V = 1:1.5Cálculo de la longitud
Long. Teórica 2.428 m.Long. Real 4.000 m.
Altura mínima del Ala 2.575 m.
Geometría del Ala
Dimensiones (m)Mínimas Reales
H 2.5750 3.0000 h'd 0.6364 0.7000x 0.2575 0.2700
h' (0-H) 0.8500 Ah'' H-h' 2.1500g (0-c) 0.3000b 1.0300 2.0700 h''c 0.0681 0.4000
f 0.5000 0.6000 B
C
CHEQUEO DE LA SECCION A - A
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E = 0.294 Tn.
EEh = 0.290 Tn.Ev = 0.047 Tn.
Punto de Aplicación dv = 0.283 m. 0.283( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
A
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 1.368 0.427 0.584P2 0.075 0.051 0.004Ev 0.047 0.777 0.037Total 1.490 0.624
H
b
dx
c c
f
1
10 a 25 g
P1
P2
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Xv = 0.419Z = 0.055e = 0.025
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 2.285 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 2.285 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 7.601 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 3.600 > 2.000 OK
CHEQUEO DE LA SECCION B - B
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E1 = 0.294 Tn
E1h = 0.290 Tn E1E1v = 0.047 Tn
Punto de Aplicación d1v = 2.433 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
E22.433
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E2 = 1.878 Tn 0.717
A E2h = 1.854 TnE2v = 0.301 Tn
Punto de Aplicación d2v = 0.717 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
P3
P1
P2
P4
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)P1 4.830 0.620 2.995P2 0.932 0.180 0.168P3 1.483 1.120 1.662P4 0.663 1.120 0.743E1v 0.047 0.970 0.046E2v 0.301 1.270 0.382Total 8.256 5.994
Xv = 0.726Z = 0.246e = 0.155
3. Chequeos3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 11.270 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 11.270 OK
3.1. Chequeo al volteoFSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 2.948 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamientof = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 2.696 > 2.000 OK
CHEQUEO DE LA SECCION C - C
1. Empuje de TierraCoef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E1 = 0.294 Tn
E1E1h = 0.290 TnE1v = 0.047 Tn
Punto de Aplicación d1v = 3.033 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
E2
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E2 = 1.878 Tn
E2h = 1.854 TnE2v = 0.301 A
Punto de Aplicación d2v = 1.317 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
P5
P4
P3
P1
P2
SP
P6
DISEÑO DEL ESTRIBO IZQUIERDO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 4.830 1.020 4.927P2 0.932 0.580 0.540P3 1.483 1.520 2.255P4 0.663 1.520 1.008P5 3.120 1.870 5.834P6 2.857 1.035 2.957E1v 0.047 1.370 0.064E2v 0.301 1.670 0.502SP -6.624 1.035 -6.856Total 7.608 11.231
Xv = 1.476Z = 0.436e = -0.005
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 7.143 Tn/m2 = 0.714 Kg/cm2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 7.143 OK
Así mismo (verificamos con la capacidad portante)
0.714 < 1.70 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 3.383 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.60 Para albañilería sobre grava
FSD = 2.130 > 1.500 OK
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
DATOS
Cota de la Rasante 3501.10 m.s.n.m ( Elevando 0.50 m. La cota actual )Cota del fondo de Río 3496.58 m.s.n.mProfundidad de desplante 1.50 m (Recomendación del estudio de suelos)Cota de la base de elevación 3495.68 m.s.n.mCota de aguas máximas 3498.65 m.s.n.mAltura mínima de la cimentación 0.60 m.Tipo de Terreno GWReacción del Puente por carga muerta #NAME? TnReacción del Puente por Sobre carga 14.30 TnRodadura del puente 5% de HS25 0.71 TnAncho del puente 16.00 m.Longitud del puente 20.00 m.S/C Equivalente 0.96 Tn/mAltura equivalente de la Sobre carga ( h' 0.37Angulo de Fricción interna del relleno ( Ø 35.00 Grados 0.6109 RadianesTalud para el centro del estribo ( & ) 0.00 Grados 0.0000 RadianesTalud para las alas del estribo ( &' ) 18.43 Grados 0.3218 RadianesPeso Específico del relleno 2.60 Tn/m3Capacidad Portante del suelo 1.69 Kg/cm2Peso Específico del concreto 2.60 Tn/m3Talud del terreno V = 1 , H = 3.00F'c del concreto 310.00 Kg/cm2Espesor del apoyo (elastómetros) 5.00 cm
Geometría del Estribo
Dimensiones (m)
Mínimas Reales A
H 5.420 5.420a 1.450 1.450 h'd 0.400 0.900
h 3.970 3.970 Be 0.273 0.800 4x 0.397 0.397h' (0-h) 1.720 h''h'' h-h' 2.250
g (0-c) 0.500 Cb 2.168 3.797
c 0.549 0.600 Df 0.500 0.600
CHEQUEO DE LA SECCION A -A1. Empuje de TierraCoef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E = 1.118 Tn.
EEh = 1.066 Tn. P1Ev = 0.336 Tn. 0.565
APunto de Aplicación dv = 0.565 m.
H
b
e dx
a
h
c c
f
1
10 a 25
g
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
( Medido desde el eje A-A, hacia arriba )
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 3.393 0.450 1.527Ev 0.336 0.900 0.303Total 3.729 1.829
Xv = 0.491Z = 0.161e = 0.121
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 7.484 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 7.484 OK
3.2. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 3.038 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería (ver tabla)
FSD = 2.448 > 2.000 OK
CHEQUEO DE LA SECCION B - B
A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E = 4.365 Tn. E
Eh = 4.163 Tn.Ev = 1.313 Tn.
1.156Punto de Aplicación dv = 1.156 m.( Medido desde el eje B-B, hacia arriba ) A
P1
P3
P2
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)P1 7.418 1.422 10.548P2 3.578 0.572 2.046P3 0.385 0.115 0.044Ev 1.313 1.872 2.457Total 12.693 15.096
Xv = 1.189Z = 0.379e = 0.126
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 9.518 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 9.518 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 3.136 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 2.134 > 2.000 OK
B. Estribo con puente y relleno sobrecargado
1. Reacción del Puente por metro lineal
R1 = #NAME? Tn/m.
2. Reacción por Rodadura
R2 = 0.043 Tn/m.
3. Reacción por sobrecarga
R3 = 0.894 Tn/m.
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
4. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)R1 #NAME? 0.572 #NAME?R3 0.894 0.572 0.511Pvertical 12.693 1.189 15.096Total #NAME? #NAME?
Xv = #NAME?
5. Fuerzas Horizontales
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
Eh 4.163 1.156 4.814R2 0.043 4.970 0.213Total 4.206 5.027
Yh = 1.195 m.
Punto de Aplicación de la Resultante
Z = #NAME?e = #NAME?
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = #NAME? Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 #NAME? #NAME? #NAME?
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
CHEQUEO DE LA SECCION C - C
A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado
1. Empuje de TierraCoef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E1 = 4.365 Tn.
E1h = 4.163 Tn.E1v = 1.313 Tn. E1
Punto de Aplicación d1v = 3.406 m.( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )
Coef. De Empuje Activo C = 0.271 E2Resultante del Empuje E2 = 2.369 Tn 3.406
E2h = 2.259 TnE2v = 0.712 Tn 0.843
APunto de Aplicación d2v = 0.843 m( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 12.683 1.647 20.889P2 8.258 0.797 6.581P3 2.049 0.265 0.542P4 2.925 2.347 6.865P6 4.121 2.347 9.672E1v 1.313 2.097 2.752E2v 0.712 2.597 1.850Total 32.060 49.151
Xv = 1.533Z = 0.502e = 0.267
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 19.963 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 19.963 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 3.056 > 2.000 OK
P1
P3
P2
P4
P6
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 3.495 > 2.000 OK
B. Estribo con puente y relleno sobrecargado
1. Reacción del Puente por metro lineal
R1 = #NAME? Tn/m.
2. Reacción por Rodadura
R2 = 0.043 Tn/m.
3. Reacción por sobrecarga
R3 = 0.894 Tn/m.
4. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
R1 #NAME? 0.797 #NAME?R3 0.894 0.797 0.712Pvertical 32.060 1.533 49.151Total #NAME? #NAME?
Xv = #NAME?
5. Fuerzas Horizontales
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
E1h 4.163 3.406 14.180E2h 2.259 0.843 1.904R2 0.043 7.220 0.309Total 6.465 16.393
Yh = 2.536 m.
Punto de Aplicación de la Resultante
Z = #NAME?e = #NAME?
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = #NAME? Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Luego1240 #NAME? #NAME? #NAME?
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
CHEQUEO DE LA SECCION D - D
A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.271Resultante del Empuje E1 = 4.365 Tn
E1h = 4.163 Tn E1E1v = 1.313 Tn
Punto de Aplicación d1v = 4.006 m( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )
E2Coef. De Empuje Activo C = 0.271 4.006Resultante del Empuje E2 = 2.369 Tn
E2h = 2.259 Tn 1.443E2v = 0.712 Tn
APunto de Aplicación d2v = 1.443 m( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 12.683 2.247 28.498P2 8.258 1.397 11.536P3 2.049 0.865 1.772P4 2.925 2.947 8.620P5 5.923 1.899 11.245P6 4.121 2.947 12.145P7 8.455 3.497 29.568E1v 1.313 2.697 3.540E2v 0.712 3.197 2.277SP -13.555 1.899 -25.735Total 32.883 83.466
P5
P4
P1P2
P3
SP
P6
P7
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Xv = 2.538Z = 0.606e = -0.033
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 8.203 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 8.203 OK
3.2. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 4.186 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.60 Para albañilería sobre conglomerado
FSD = 3.072 > 2.000 OK
B. Estribo con puente y relleno sobrecargado
1. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
R1 #NAME? 1.397 #NAME?R3 0.894 1.397 1.249Pverticales 32.883 2.538 83.466Total #NAME? #NAME?
2. Fuerzas Horizontales
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
E1h 4.163 4.006 16.678E2h 2.259 1.443 3.259R2 0.043 7.820 0.335Total 6.465 20.272
Yh = 3.136
4. Punto de Aplicación de la Resultante
Z = #NAME?e = #NAME?
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = #NAME? Tn/m2 = #NAME? Kg/cm2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 #NAME? #NAME? #NAME?
Así mismo (verificamos con la capacidad portante)
P = #NAME? #NAME? 1.69 #NAME?
3.2. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.60 Para albañilería sobre grava
FSD = #NAME? #NAME? 2.000 #NAME?
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
DISEÑO DE LAS ALAS DEL ESTRIBO
Talud del Ala H : V = 1:1.5Cálculo de la longitud
Long. Teórica 2.555 m.Long. Real 4.000 m.
Altura mínima del Ala 2.710 m.
Geometría del Ala
Dimensiones (m)Mínimas Reales
H 2.7100 3.0000 h'd 0.6364 0.7000x 0.2710 0.2700
h' (0-H) 0.6000 Ah'' H-h' 2.4000g (0-c) 0.3000b 1.0840 2.0700 h''c 0.0883 0.4000
f 0.5000 0.6000 B
C
CHEQUEO DE LA SECCION A - A
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E = 0.146 Tn.
EEh = 0.144 Tn.Ev = 0.023 Tn.
Punto de Aplicación dv = 0.200 m. 0.200( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
A
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 1.092 0.404 0.441P2 0.042 0.036 0.002Ev 0.023 0.754 0.018Total 1.158 0.460
H
b
dx
c c
f
1
10 a 25 g
P1
P2
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
Xv = 0.398Z = 0.025e = 0.004
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 1.587 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 1.587 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 15.943 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 5.613 > 2.000 OK
CHEQUEO DE LA SECCION B - B
1. Empuje de Tierra
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E1 = 0.146 Tn
E1h = 0.144 Tn E1E1v = 0.023 Tn
Punto de Aplicación d1v = 2.600 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
E22.600
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E2 = 2.340 Tn 0.800
A E2h = 2.310 TnE2v = 0.375 Tn
Punto de Aplicación d2v = 0.800 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
P3
P1
P2
P4
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)P1 5.460 0.620 3.385P2 1.053 0.180 0.190P3 1.872 1.120 2.097P4 0.468 1.120 0.524E1v 0.023 0.970 0.023E2v 0.375 1.270 0.476Total 9.251 6.694
Xv = 0.724Z = 0.240e = 0.152
3. Chequeos3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 12.506 Tn/m2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 12.506 OK
3.1. Chequeo al volteoFSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 3.011 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamientof = 0.70 Para albañilería sobre albañilería
FSD = 2.639 > 2.000 OK
CHEQUEO DE LA SECCION C - C
1. Empuje de TierraCoef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E1 = 0.146 Tn
E1E1h = 0.144 TnE1v = 0.023 Tn
Punto de Aplicación d1v = 3.200 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
E2
Coef. De Empuje Activo C = 0.313Resultante del Empuje E2 = 2.340 Tn
E2h = 2.310 TnE2v = 0.375 A
Punto de Aplicación d2v = 1.400 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )
P5
P4
P3
P1
P2
SP
P6
DISEÑO DEL ESTRIBO DERECHO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras
Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)
P1 5.460 1.020 5.569P2 1.053 0.580 0.611P3 1.872 1.520 2.845P4 0.468 1.520 0.711P5 3.120 1.870 5.834P6 3.229 1.035 3.342E1v 0.023 1.370 0.032E2v 0.375 1.670 0.626SP -7.390 1.035 -7.649Total 8.211 11.923
Xv = 1.452Z = 0.450e = 0.033
3. Chequeos
3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones
P = 9.450 Tn/m2 = 0.945 Kg/cm2
Fc = 0.40 F'c = 1240 Tn/m2
Luego1240 > 9.450 OK
Así mismo (verificamos con la capacidad portante)
0.945 < 1.69 OK
3.1. Chequeo al volteo
FSV: Factor de Seguridad al Volteo
FSV = 3.226 > 2.000 OK
3.3. Chequeo al deslizamiento
f = 0.60 Para albañilería sobre grava
FSD = 2.007 > 1.500 OK
DISEÑO DEL NEOPRENO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DEPATAMENTO DATOS GENERALES RIO 0
PROVINCIA 0 LOCALIDAD 0
DISTRITO #NAME?
1.-DATOS:FUERZAS SIMBOLO TN Lb
CORTE POR PESO PROPIO Vd = #NAME? #NAME?CORTE POR S/C MAXIMA Vs/c = 97.15 213729.29CORTE POR IMPACTO Vi = 25.53 56159.21CORTANTE TOTAL Vtotal = #NAME? #NAME?LUZ DEL PUENTE L = 20.00 65.62
2.-DIMENSIONAMIENTO:
LONGITUD DE APOYO L" = #NAME? cm = #NAME? pulgESPESOR DEL APOYO e=0.012*L(ft) 0.787 pulg = 0.80 pulg
Asumiremos : e = 1.00 pulg
ANCHO DEL APOYO #NAME? pulg = #NAME? cmA= 5*e = 4 pulgPor Criterio A = 40 cm = 15.75 pulgAsumiremos: A = 15.75 pulg
3.-DUREZA EN EL APOYO:
ESFUERZO UNITARIO COMP = #NAME? Lb/pulg2
FACTOR DE FORMA = #NAME?4.50
Según tabla obtenemos: Deformación 8 < 15% CONFORMEDureza 50
4.-VERIFICACION DESLIZAMIENTO:
DE LA VIGA QUE ABSORBE EL APOYO SIN DESLIZARSE:
DV=(C.;Muerta, Lb)(Espesor apoyo, in)*(A)/((5*(Long. Apoyo * ancho, in))*B)
VALORES DE A: VALORES DE B:1.9 Si Temp. Mín. es 20 º F 110 Si dureza es 501.8 Si Temp. Mín. es 0 º F 160 Si dureza es 601.5 Si Temp. Mín. es -20 º F 215 Si dureza es 701.9 Si Temp. Mín. es 20 º F 110 Si dureza es 50
DV= #NAME? pulg
TEMPERATURA MINIMA -1 º C = 30.2 º F VARIACION DE LA TEMP. ATº: 22 º C = 71.6 º F
ft
A=Vtotal/(800*L")=
=Vtotal/(L"*A))=
=(L"*A)/(2(L"+A)*e
)=
%
DISEÑO DEL NEOPRENO
PROYECTO : #NAME?#NAME?
DESLIZAMIENTO QUE OCURRE ATº:
DL= (0.00006)(VAR. TEMP. ºF)(LONGITUD DE VIGA, ft)
DL= 0.28 pulg:DL<DV #NAME?
DISEÑO DE PILAR
DATOS:
Reacción del Puente #NAME? Tn Falta incrementar el peso del asfalto, nieve, sobrecarga en veredaReacción del Puente por Sobre carga 117.501 TnReacción del Puente por Impacto #VALUE! TnAncho del puente #NAME? m.Longitud del puente 20.00 m.Numero de tramos 1.00 m.F'c del concreto 210.00 Kg/cm2Fy del Acero 4200.00 Kg/cm2
Caracteristicas del pilar Verificar espesor de la separación (junta de dilatación)
Largo #NAME?Ancho 1.650Altura 3.000Altura de cimentación 1.500
0.400
0.581
0.705Recubrimiento Mínimo 0.05
Cargas Actuantes
Reac. Puente #NAME? TnReac. S/C 117.501 TnReac. Impac #VALUE! Tn
0 Tn.m.#NAME? Tn.m.#VALUE! Tn.m.#VALUE! Tn.m.
Combinación de Cargas
1.0 1.5 CM + 1.8 CV2.0 0.75 (1.5 CM + 1.8 CV + 1.8 CW )3.0 0.9 CM + 1.3 CW
En el presente análisis no se consideran los estados 2 y 3 por no tener demasiada influencia del viento
Luego
Pu = 1.5 Pd + 1.8 P(l+i) = #NAME? Tn.
Mux = 1.5 Mdx + 1.8 M(l+i) #VALUE! Tn.m.
Muy = 1.5 Mdy + 1.8 M(l+i) #NAME? Tn.m.
Excentricidad en X ( ex )
Excentricidad en Y ( ey )
Excentricidad total ( e )
PD =PL =PI =
MDX = PD . EY =MDY = PD . EX =
M (L+I) X = PL + I . EY =M (L+I) Y = PL + I . EX =
ex
e
Generación de la curva de interacción (Mn , Pn)
Cuantia balanceada
b = 0.85*f´c*B1 0.021675Fy 0.003 Es + Fy
Siendo
max = 0.75* b = 0.01625625
usar = 0.004
Calculo del acero a emplear
As = #NAME? cm2
EmpleandoØ = 1 Pulg
As = 5.07 cm2 ( Area individual )Recubrimiento = 7.00 cm
Espaciam. /capas = 15.00 cm OK
necesitamos# de barras = #NAME? ( totales)
Usamos# de barras = #NAME? ( por capa)
Distribución del acero
Ø As 1 Capa 2 Capa 3 Capa 4 Capa
1 5.07 #NAME? #NAME? #NAME? #NAME?
Flexión puraA B C a1 a2
#NAME? #NAME? #NAME? #NAME? #NAME?
C (cm) E1 E2 E3 E4 fs1 (Kg/cm2) fs2
#NAME? #NAME? #NAME? #NAME? #NAME? #NAME? #NAME?
0.003 * Es =
23 0.002087 0.0001304 0.0156522 0.0176087 4200.000 273.91324 0.002125 0.0002500 0.0148750 0.0167500 4200.000 525.00025 0.002160 0.0003600 0.0141600 0.0159600 4200.000 756.00026 0.002192 0.0004615 0.0135000 0.0152308 4200.000 969.23127 0.002222 0.0005556 0.0128889 0.0145556 4200.000 1166.66728 0.002250 0.0006429 0.0123214 0.0139286 4200.000 1350.00029 0.002276 0.0007241 0.0117931 0.0133448 4200.000 1520.69030 0.002300 0.0008000 0.0113000 0.0128000 4200.000 1680.00031 0.002323 0.0008710 0.0108387 0.0122903 4200.000 1829.03232 0.002344 0.0009375 0.0104063 0.0118125 4200.000 1968.75033 0.002364 0.0010000 0.0100000 0.0113636 4200.000 2100.00034 0.002382 0.0010588 0.0096176 0.0109412 4200.000 2223.52935 0.002400 0.0011143 0.0092571 0.0105429 4200.000 2340.00036 0.002417 0.0011667 0.0089167 0.0101667 4200.000 2450.00037 0.002432 0.0012162 0.0085946 0.0098108 4200.000 2554.05438 0.002447 0.0012632 0.0082895 0.0094737 4200.000 2652.63239 0.002462 0.0013077 0.0080000 0.0091538 4200.000 2746.15440 0.002475 0.0013500 0.0077250 0.0088500 4200.000 2835.00041 0.002488 0.0013902 0.0074634 0.0085610 4200.000 2919.51242 0.002500 0.0014286 0.0072143 0.0082857 4200.000 3000.00043 0.002512 0.0014651 0.0069767 0.0080233 4200.000 3076.74444 0.002523 0.0015000 0.0067500 0.0077727 4200.000 3150.00045 0.002533 0.0015333 0.0065333 0.0075333 4200.000 3220.00046 0.002543 0.0015652 0.0063261 0.0073043 4200.000 3286.95747 0.002553 0.0015957 0.0061277 0.0070851 4200.000 3351.06448 0.002563 0.0016250 0.0059375 0.0068750 4200.000 3412.50049 0.002571 0.0016531 0.0057551 0.0066735 4200.000 3471.42950 0.002580 0.0016800 0.0055800 0.0064800 4200.000 3528.00051 0.002588 0.0017059 0.0054118 0.0062941 4200.000 3582.35352 0.002596 0.0017308 0.0052500 0.0061154 4200.000 3634.61553 0.002604 0.0017547 0.0050943 0.0059434 4200.000 3684.90654 0.002611 0.0017778 0.0049444 0.0057778 4200.000 3733.33355 0.002618 0.0018000 0.0048000 0.0056182 4200.000 3780.00056 0.002625 0.0018214 0.0046607 0.0054643 4200.000 3825.00057 0.002632 0.0018421 0.0045263 0.0053158 4200.000 3868.42158 0.002638 0.0018621 0.0043966 0.0051724 4200.000 3910.34559 0.002644 0.0018814 0.0042712 0.0050339 4200.000 3950.84760 0.002650 0.0019000 0.0041500 0.0049000 4200.000 3990.00061 0.002656 0.0019180 0.0040328 0.0047705 4200.000 4027.86962 0.002661 0.0019355 0.0039194 0.0046452 4200.000 4064.51663 0.002667 0.0019524 0.0038095 0.0045238 4200.000 4100.00064 0.002672 0.0019688 0.0037031 0.0044063 4200.000 4134.37565 0.002677 0.0019846 0.0036000 0.0042923 4200.000 4167.69266 0.002682 0.0020000 0.0035000 0.0041818 4200.000 4200.00067 0.002687 0.0020149 0.0034030 0.0040746 4200.000 4200.00068 0.002691 0.0020294 0.0033088 0.0039706 4200.000 4200.00069 0.002696 0.0020435 0.0032174 0.0038696 4200.000 4200.00070 0.002700 0.0020571 0.0031286 0.0037714 4200.000 4200.00071 0.002704 0.0020704 0.0030423 0.0036761 4200.000 4200.00072 0.002708 0.0020833 0.0029583 0.0035833 4200.000 4200.000
Falta incrementar el peso del asfalto, nieve, sobrecarga en vereda
Verificar espesor de la separación (junta de dilatación) y
x
Se considera 4', por: 1' del extremo a la rueda y 3' del eje del tren de cargas
En el presente análisis no se consideran los estados 2 y 3 por no tener demasiada influencia del viento
4'
ex
ey
PD
PL
Ast Cuantia
#NAME? #NAME?
fs3 fs4 C1 ( Kg ) C2 T1 T2 Mn (Tn.m)
#NAME? #NAME? #NAME? #NAME? #NAME? #NAME? #NAME?
0.000 0.200 0.400 0.600 0.800 1.0000.000
2.000
4.000
6.000
8.000
10.000
12.000CURVA DE INTERACCION
Colum...
Mn (Tn.m)
Pn
(T
n)
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0.000#NAME?
Se considera 4', por: 1' del extremo a la rueda y 3' del eje del tren de cargas
Pn (Tn) e (m)
0.000 Infinito
0.000 0.200 0.400 0.600 0.800 1.0000.000
2.000
4.000
6.000
8.000
10.000
12.000CURVA DE INTERACCION
Colum...
Mn (Tn.m)
Pn
(T
n)
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