Diseño HL-93 Puente CARASH - san marcos

Ing. Alberto Gonzales Effio

DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA

SEGÚN MANUAL DE DISEÑO DE PUENTES - DGCF PROYECTO : CONSTRUCCION DEL PUENTE CARASH

OBRA MEJ. CARRETERA SAN MARCOS - CARHUAYOC

CAMION DISEÑO HL - 93

A.- PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyadoLUZ DEL PUENTE L = 12.00 mPERALTE VIGA H = L/15 ~ L/12 y H = 0,07*L H = L/15 = 0.80 H = L/12 = 1.00 H = 0,07*L = 0.84

1.10 mESPESOR LOSA t (mm) = 1.2(S+3000)/30

t = 196.00 mm t = 19.60 cm minimo 17.5 cm0.20 mt

Medidas asumidas: (m)Ancho de via (A)= 7.200long vereda (c)= 0.650Ancho de viga (bw)= 0.500

(f)= 0.900espesor de losa (t)= 0.200

(g)= 0.200(n)= 0.050

espesor del asfalto (e)= 0.025separación vigas (S)= 1.900

(a)= 2.400(i)= 0.450(u)= 0.200(z)= 0.050

barandas (p)= 0.100(q)= 0.150 S' = S + bw 2.400 m

Número de vigas diafragmas = 4 0.372 mAncho vigas diafragmas (ad)= 0.200 bw >= 2*t 0.400 mPeralte vigas diafragmas (hd)= 0.700 hd >= 0,5*H 0.550 m

a ~ S/2

fy = 4,200.0 4,200.0

f'c = 240.0 280.0

fc = 0,4*f'c 96.0 112.0

fs = 0,4*fy 1,680.0 1,680.0r = fs / fc 17.5 15.0

Es = 2.1E+06 2.1E+06

232,379 250,998n = Es/Ec >= 6 9.037 8.367Usar n = 9 8k = n / (n + r) 0.340 0.348j = 1 - k / 3 0.887 0.884fc*j*k = 28.913 34.440

B.- DISEÑO DE LA LOSAMETRADO DE CARGASPeso propio (1m)*(t)*(2,40 Tn/m3) = 0.480 Tn/mAsfalto (1m)*(e)*(2,00 Tn/m3) = 0.050 Tn/m

Wd = 0.530 Tn/mMomento por peso propio

0.191 Tn-m/mRueda trasera

Modificacion por Numero de Vias CargadasSe puede observar que el ancho de la seccion del puente es de 7.2 mtsPor lo tanto el numero de vias es de 2, por que se afectara la carga por un factor que es de 1.5Entonces se debe de amplificar la carga por este factor ==> 1.5* P

Pr = 16.314 KLb

Momento por sobrecarga Pr = 7.400 Tn

1.5 * Pr = 11.100 Tn <==== Carga viva Modificada

donde : 2.858 Tn-m/m

Momento por ImpactoTomamos ==> I = 0.330

Momento por Impacto=I*M 0.943 Tn-m/m

VERIFICACION DEL PERALTE

Hallando los momentos por servicioMs = 3.992 Tn-m/m

El peralte mínimo es :

d req. = 16.617 cm

el peralte será como máximo :recubr. = 2.540 cmestribo = 3/8 0.953 cm

d = t - rec. - est./2 d asum. = 16.984 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.00 BIEN

DISEÑO POR SERVICIO

As = Ms/(fs*j*d) As = 15.777verificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.661As mín < As 1.000 BIEN

Tomamos 15.777Cálculo del espaciamiento

Si consideramos acero 5/8" 1.979El menor de los tres : @ = 12.546 cm

1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 12.00 cm

Tomar como peralte de la Viga, H =

Como espesor de la losa se puede asumir, t =

bw =0,02*L*(S')1/2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = Kg/cm2

MD = Wd*S2/10 MD =

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

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

ML =

MI =

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2)

considerando recubrimiento de 2" y suponiendo el empleo de fierro de f=5/8" (1,59 cm),

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2


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 ))para Flexion y Traccion de Concreto Armado

1.0 Acero Principal1.1 Acero positivo y negativo

M+/- = 6.546 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.587497 0.090714

0.112503 0.006429

154.067

10.918

Usamos: 10.918 a = 2.25 cm

verificando la cuantía mínima




1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 18.00 cm

2.0 Acero por distribución

Siendo :donde :positivo

Asp: Acero principal positivo Asp = 10.918S : luz libre entre las caras de vigas, en m. S = 1.900 m

79.84 =< 67 %67.00

7.315Cálculo del espaciamiento

Si consideramos acero 1/2" 1.267 @ = 17.320 cm

Usar acero 1/2" @ = 17.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior)

3.0 Acero de temperatura y contracciónSiempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646Cálculo del espaciamiento


3*t = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular al refuerzo principal (superior)

C.- DISEÑO DE TRAMO EN VOLADIZODISEÑO POR FLEXION

METRADOS DE CARGASMomento por peso propioSección Medidas Medidas Carga(Tn) Distancia (m) Momento

1 0,45*0,20 i*g 0.216 2.625 0.567 Tn-m/m2 0,20*0,25 u*(g+n) 0.120 2.300 0.276 Tn-m/m3 0,05*0,25/2 z*(g+n)/2 0.015 2.183 0.033 Tn-m/m4 0,65*0,20 a*t 1.152 1.200 1.382 Tn-m/m5 Asf.: 0,55*0,05 (a-u-z)*e 0.108 1.075 0.116 Tn-m/m6 Pasam.: 0,25*0,15 p*q 0.036 2.625 0.095 Tn-m/m7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 2.713 0.087 Tn-m/m

2.556 Tn-m/m

Momento por sobrecarga

Pr*X/Edonde : E = Ancho efectivo

X = Distancia rueda a empotramiento X = a-(u+z)-X1X1 = Distancia de la rueda al sardinel (1') = X1 = 0.3 m X1 = 30 cm X = 0,80-0,25-0,30 X = 1.850 m

- Refuerzo perpendicular al tráfico E = 0,80*X + 1140 mm E = 0,833*X + 1140 mmE = 1.140 m

Pr = Peso de la rueda amplificado por factor de via Pr = 5.550 Tn Mu

9.007 Tn-m/m Asfalto

Momento por impacto

Mi = I*Ml 2.972 Tn-m/m

f = 0.90

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) w = r*fy/f'c r = As/(b*d)

w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

As+/- = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

a = 3480/(S)^1/2 =< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

cm2

a : porcentaje del acero principal positvo a =a =

Asd+ = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

MD =

ML =

ML =

MI =

c zXX1

ng

tu

ai

1

2

3

4

5

Pr

p

q

0,05

g


DISEÑO POR SERVICIO :

Ms = 14.534 Tn-m/m



Tomamos 57.442

Cálculo del espaciamiento


1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 22.950 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.160348 0.066306

0.539652 0.030837

112.612

52.373

Usamos: 52.373 a = 10.78 cm

Verificando con Acero negativo de la losa 10.918

1.00 BIEN

Tomamos As = 52.373



1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 20.00 cm

Acero por distribución

Siendo :

Asp: Acero principal negativo Asp = 52.373L : luz efectiva del volado (2*a), en m. L = 4.800 m

50.229 =< 67 %50.229

Asd = 26.307Cálculo del espaciamiento



Acero de temperatura y contracción

Siempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646



3*t = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del tránsito (superior)

Ms = MD + ML + MI

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Mu +/- = 0.95*(1,25*MD+1.75*(ML+MI))As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

As- = cm2/m

As > As-

cm2

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

a = 3480/(S)^1/2 =< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

cm2


cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2


D.- DISEÑO DE VEREDAS

DISEÑO POR FLEXIONMETRADOS DE CARGASMomento por peso propioSección Medidas Medidas Carga(Tn) Distancia (m) Momento

1 0,45*0,20 i*g 0.216 0.275 0.059 Tn-m/m6 Pasam.: 0,15*0,25 p*q 0.036 0.375 0.014 Tn-m/m7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 0.413 0.013 Tn-m/m

Vd = 0.284 0.086 Tn-m/m

Momento por sobrecarga

Debido a carga horizontal sobre poste y peatonesMl = 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 lbC = 1.00P' = 2.268 Tn

Peatonal s/c = 73.70

Peatonal s/c = 0.360La sobrecarga tambien se afecta por el factor de via que es de 1.2

Peatonal - Factor 1.2*s/c = 0.432Mpost = 1.474 Tn-m/m

debido a la distribuc. de los postes se toma el 80% Mpost = 1.179 Tn-m/mMpeat = 0.035 Tn-m/m

1.214 Tn-m/m


Hallando los momentos por servicio1.300 Tn-m/m


d req. = 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 cmestribo = 1/2" = 1.270 cm

d = g - rec. - est./2 d asum. = 16.865 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.000 BIEN



As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.622As mín < As 0.000 USAR CUANTIA MINIMA



1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 2.232 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.662857 0.095020

0.037143 0.002122

160.252

3.580

Usamos: 3.580 a = 0.74 cm


Tomamos As = 5.622



1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

Acero por distribución

Siendo :donde :

Asp: Acero principal negativo Asp = 5.622L : luz efectiva del volado (2*0,55), en m. L = 1.100 m

104.926 =< 67 %67.000

Asd = 3.767




Acero de temperatura y contracciónSiempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646

MD =

Lb/pulg2

Tn/m2

Tn/m2

ML =

Ms = MD + ML + MI

Ms =

d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2)

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Mu +/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

a = 3480/(L)^1/2 =< 67 %, Cuando el acero principal es perpendicular al transito

cm2


cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m




3*g = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del tránsito (superior)

Chequeo por cortante

Carga muerta = Vd = 0.284 Tn/ms/c (ancho=0,40 m) = Vl = 0.173 Tn/m

Vu = 0.658 Tn/mFuerza cortante que absorbe el concreto:

Vc = 13.847 Tn/m11.770 Tn/m

11.770 > 0.658 1.000 BIEN

DISEÑO DE SARDINEL

Momento por sobrecargaAASHTO V = 500.000 Lb/pie

Debido a la carga lateral de 760 Kg/m V = 0.760 Tn/mH = g + n = 0.250 m BIENUSAR H = 0.250 m

M = V*H M = 0.190 Tn-m/m

Mu = 0.333 Tn-m/m

Esta sección tiene un peralte de aprox. (cm) = 25.00 recub. = 5.00 cmd = 20.00 cm

a = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.696143 0.096922

0.003857 0.000220

193.845

0.441

Usamos: 0.441 a = 0.09 cm

verificando la cuantía mínima


Tomamos As = 6.667Cálculo del espaciamiento


Usar acero 1/2" @ = 18.00 cm

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 secciónHaciendo pasar las varillas de la vereda se está del lado de la seguridad.

Chequeo por cortante

Cortante por sobrecarga = 0.760 Tn/mVu = 1.330 Tn/m

Fuerza cortante que absorbe el concreto:

Vc = 16.421 Tn/m13.958 Tn/m

13.958 > 1.330 1.000 BIEN

E.- DISEÑO DE VIGA PRINCIPAL AREA DE INFLUENCIA DE VIGA

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIOElemento Medidas (m) Medidas Cargalosa = 0,20*(0,65+0,45+1,90/2) t*(a+bw+S/2)*2,40 Tn/m 1.848 Tn/mviga = 0.90*0,45 f*bw*2,40 Tn/m3 1.080 Tn/masfalto = 0,025*3,60/2 e*A/2*2,00 Tn/m3 0.180 Tn/mvereda = 0,65*0,20 c*g*2,40 Tn/m3 0.312 Tn/mvolado = 0,20*0,1+0,05*(0,15+0,10)/2 u*n+z*(g+n)/2*2,4 Tn/m 0.039 Tn/mpasamanos = 0,25*0,15 p*q*2,40 Tn/m3 0.036 Tn/mpostes = (0,25+0,20)/2*0,65*0,2/2,179 0.032 Tn/macera (extraord.) = 0,65*0,40 Tn/m2 c*0,40 Tn/m2 0.260 Tn/m

wd = 3.787 Tn/m

distancia entre eje delantero e intermedio ( 14' ) 7.900 m

distancia entre eje intermedio y posterior ( 14' - 30' ) 7.900 mn = distancia del centro de luz a la sección donde se produce el Momento Flector Máximo según Baret

n = n = 1.317 m X = 4.68333333333333 m

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : Centro de Luz X = 6.000 m Centro de luz X = L/2 = 6.000 m

Peso propio por cada viga diafragma (W1) = W1 = 0.319 Tn

Por Baret A X m de la izq.

Momento por viga diafragma (Mvd) : Mvd Mvd (Tn-m) Mvd (Tn-m)Si son 3 vigas diafragmas W1*(L-2*n)/4 = 0.747 0.958Si son 4 vigas diafragmas W1*(L/3) = 1.277 L >= 6*n 4.267 10.770 1.277Si son 5 vigas diafragmas W1*(L-n)/2 = 1.705 L >= 4*n 2.845 7.180 1.915Si son 6 vigas diafragmas W1*(3L/5) = 2.298 L >= 10*n 7.112 17.949 2.298Si son 7 vigas diafragmas W1*(3*L-2*n)/4 = 2.663 L >= 6*n 4.267 10.770

@ = Af*b/At

Af = cm2

Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

Vc =0,53*(f'c)1/2*b*dfVc =

fVc > Vu

H = g + n < 10"

Mu = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)

As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

VL =

Vc =0,53*(f'c)1/2*b*dfVc =

fVc > Vu

Según BARET, cálculo de n :

d1 = d1 =

d2 = d2 =

(4*d2-d1)/18 Si d1 = d2 = d = 14'

hd*ad*S/2*2,40 Tn/m3

d2 = 14', L > d2 = 30', L >


Momento por peso propio de viga diafragma (Mvd) :Usamos Momento por diafragma

Por Baret : Mvd = 1.277 Tn-mEn centro de Luz Mvd = 1.277 Tn-m

Momento por peso propio (Mpp) : Mpp = wd*(L/2-n)*(L/2+n)/2 Mpp = wd*(L-X)*X/2

Por Baret : Mpp = 64.887 Tn-mEn centro de Luz Mpp = 68.170 Tn-m Wd

A C

B

Por Baret : 66.164 Tn-m

En centro de Luz 69.447 Tn-m

2.0 MOMENTO POR SOBRECARGA

2.1.- SOBRECARGA HL - 93

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

donde :P = 8,157.00 Lb P = 3,700.015 Kg

Por Baret : M s/c = 15.818 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 6.105 Tn-m

Cálculo del coeficiente de concentración de cargas : X2 = 2' = 0.610 m

2.730Por Baret : M s/c = 43.183 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 16.667 Tn-m

CARGA DISTRIBUIDA Md=WL2/8 Md= 18MOMENTO TOTAL Por Baret : Mt= 61.183Ms/c+Md En centro de Luz Mt= 34.667

2.3- CARGAS POR EJE TANDEM

11.200 Tn

1.200 mPor Baret : M et = 58.719 Tn-mEn centro de Luz M et = 60.480 Tn-m

Por viga = M eq/2 Por Baret : M eq = 29.359 Tn-mEn centro de Luz M eq = 30.240 Tn-m

CARGA DISTRIBUIDA Md=WL2/8 Md= 18MOMENTO TOTAL Por Baret : Mt= 47.359Ms/c+Md En centro de Luz Mt= 48.240

TOMANDO EL MAYOR MOMENTO ( Ml )



3.0 MOMENTO POR IMPACTO

Tomamos ==> I = 0.330Momento de impacto



E1- DISEÑO POR SERVICIOVIGA TDeterminamos b : El menor de los tres :

b =< L/4 b = 3.000 m(b - bw)/2 =< 8 t b = 3.700 m(b - bw)/2 =< S/2 b = 2.400 mTomamos : b = 2.400 m

Asumiremos para efectos de diseño d = 105.00 cm 1 BIEN

E2-DISEÑO POR ROTURA

Por Baret : Mu = 213.853 Tn-mEn centro de Luz Mu = 189.133 Tn-m

Tomando el mayor Momento ( Mu ) : Mu = 213.853 Tn-m

Area de aceroa = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.661721 0.094955

0.038279 0.002187

2,392.878 b debe ser mayor a:

55.122 24.2213916986422

Usamos: As = 55.122 a = 4.73 cm

CL

P 4P R 4P

d1 n n d2-2*n

Momento Total Carga Muerta (MD) = Mpp + Mvd

MD =

MD =

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 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

CCC =1+(A-10')/(bw+S)) CCC =

M = PT*(L/2-n)*(L+2*n-dT)/L

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

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

PT = 24,691.35 Lb PT =

dT = 4' dT =

ML =

ML =

MI =

MI =

Mu = 0.95*(1,25*MD+1.75*(ML+MI))

As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

cm2

L/2 L/2

L/2+n

L/2-n


Distribución del Acero

Si consideramos acero 1" 5.07 2.50 cm# barras = 10.878 barras

Usaremos : 11.000 barras# barras = 14 barras en 3 capas

As = 55.738

La distancia entre barras paralelas será no menor que: 3.75 cm1,5 T.M.agregado = 3.75 cm

distancia entre barras = eh = 3.75 cmrecubrimiento lateral = rec = (1.50") = 3.75 cm

3/8 0.95 cm

Ancho mínimo de la viga b = 93.155 cmEsto considerando solo una capa

E3-VERIFICACIONES

1.00 Verificación del peraltePor Baret : Ms = 147.537 Tn-mEn X : Ms = 133.606 Tn-m

Tomando el mayor Mom ( Ms ) Ms = 147.537 Tn-m

d = 65.210 cmH = 110.00 cm

d < H - 13 cm = 97.00 cm 1.000 BIEN

2.00 Verificando la cuantía

Cálculo de la cuantía balanceada 0.850.02477

Siendo : 0.01858 0.00258la cuantía de la viga es : As/(b*d)

0.00221 0 USAR CUANTIA MINIMA1.000 BIEN

3.00 Para no verificar deflexiones 0,18f'c/fy = 0.010291.000 BIEN

4.00 Verificando el eje neutroa = As*fy/(0,85*f'c*b) a = 4.781 cm

t = 20.000 cm1.000 BIEN

5.00 Verificación por Fatiga en Servicio

Mf = 61.03 Tn-m

1,175.933

Momento mínimo por servicioMmín = 69.447 Tn-m

1,338.105

Rango de esfuerzos actuantes

-162.173

Rango de esfuerzos admisibles se puede asumir r/h = 0.3

1,193.785

Se debe cumplir que : 1.000 BIEN

6.00 Verificación por Agrietamiento

Esfuerzo máximo admisible

Exposición moderado Z = 30,000.00

Usamos : Exposición severa Z = 23,000.00recubrimiento = 5.08 cm espac. vertic (ev) = 3.81 cm.

dc = 7.28 cm d X = 12.00 cm < 5.00 cm

0.000 Disminuir dUsamos : X = 12.000 cm Centroide del refuerzo

A = 2*X*b/#barras A = 109.091 X dc

fsmáx = 2,483.351 12.00 b

fsact = 1,175.933 0.500fsact < fsmáx 1 BIEN

7.00 Verificación por Corte

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : X = 6.000 m Centro de luz X = L/2POR PESO PROPIOVdpp = wd*(L-2*X)/2 Vdpp = 0.000 TnVdvd = W1*(# diafragmas/2-[# diafragmas/2]+1) Vdvd = 0.319 Tn

0.319 TnPOR SOBRECARGA HL - 93

Si X = 0,00 => Ccc1 = 1,00 si no Ccc1 = Ccc Ccc1 = 2.730

5.556 TnPOR SOBRECARGA EQUIVALENTE

11.794 TnW = 645 Lb/pie W = 0.960 Tn/m

5.897 Tn

2.948 TnPOR SOBRECARGA EJE TANDEM

10.080 Tn

5.040 Tn

TOMANDO EL MAYOR CORTANTE ( Vl ) 5.556 Tn

Af = cm2 fbarra =# barras = As / Af

cm2

1,5 fbarra =

festribo =Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2)

rb = (0,85*f'c*b1/fy)*(0,003Es/(0,003*Es+fy) b1 =rb =

rmáx = 0,75*rb = rmín = 0,7*f'c^1/2/fy=r =r = r > rmín

r < rmáx

rmáx =r < rmáx

a < t

a < t

Mf = 0.75 *( ML + MI )

fsmáx = Ma/(As*j*d) fsmáx = Kg/cm2

Mmín = MD

fsmín = Mmín/(As*j*d) fsmín = Kg/cm2

Df = fsmáx - fsmín

Df = Kg/cm2

ff = 1470 - 0,33 fsmín + 551,2 (r/h)

ff = Kg/cm2

ff > Df

fsmáx = Z/(dc*A)(1/3)

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

VD = Vdpp + Vdvd VD =

VL = (P/L)*((4Ccc1+5Ccc)*(L-X)-Ccc*d1-5*Ccc*d2) Si X < L/2

VL = (P/L)*((4Ccc1+5Ccc)*X-Ccc*d1-5*Ccc*d2) Si L/2 < X < L

VL S/C =

VL eq = PV*(L-X)/L+W*(L-2*X)/2 Si X < L/2

PV = 26,000 Lb PV =

VL eq =

Por viga = VL eq/2 VL eq =

VL et = PT*(2*L-2*X-dT)/L Si X < L/2

VL et = PT*(2*X-dT)/L Si L/2 < X < L

VL et =

Por viga = VL et/2 VL et =

VL =


POR IMPACTO

1.833 TnDISEÑO POR ROTURA

Vu = 16.424 TnEsfuerzo cortante último

3.128Esfuerzo cortante resistente de concreto

0.00221

Vu*d/Mu = 0.081 USAR = 0.081

para esfuerzo de corte 0.85 8.211

7.777 6.979

6.611 6.611

1 BIEN, NO NECESITA ESTRIBOS

Av = 2.534

S = -61.116 cm 0.00052.50 cm

NO 60.80 cm

Colocar estribo de 1/2" 1 @ 0.0520 @ 0.10

Resto @ 0.20

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

5.574El espaciamiento entre barras :

El menor de : 30 cm = 30.00 cmbw = 50.00 cm

Usamos S = 30.000 cmNumero de fierros será: # fierros = (H - 15)/S

# fierros = 3.217Usamos # fierr. = 2.00 unidades por lado

As = 1.393

1.979

F.- DISEÑO DE VIGA DIAFRAGMA

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIO

Según datos las dimensiones son :

Ancho vigas diafragmas (ad)= 0.200Peralte vigas diafragmas (hd)= 0.700Separacion de vigas entre ejes ( S + bw ) 2.400

Metrado de Cargas Peso Propio :

Elemento Medidas (m) Medidas Carga

Viga diafragma 0.20 * 0.70 * 2400 kg/m3 (ad * hd)*2,40 Tn/m3 0.336 Tn/m

W pp 0.336 Tn/m

Momento Peso Propio : 8

Mpp = 0.242 Tn - mMpp = 0.242 Ton - m

2.4002.0 MOMENTO POR SOBRECARGA E IMPACTO ( S/C ) + I impacto

M s/c = P * b = 8.66 Ton - mP = 14.43005928 (s/c + Impacto)

M s/c = 8.66 Ton - m 16,000 Klb+0.3%

1.20 1.20

0.60 ´=b

Momento total = M = M pp + M s/c 1.2 1.2

M = 8.900 Ton - m

VI = I*VL VI =

Vu = 1,3*(VD+(5/3)*(VL+VI))

uu = Vu/(b*d) uu = Kg/cm2

uc =(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/Mu) r = uc =0,53(f"c)^1/2

175*r*Vu*d/Mu < 1,00

f = uc = Kg/cm2

uc = Kg/cm2 fuc = Kg/cm2

fuc = Kg/cm2 fuc = Kg/cm2

uu < fuc

Usando estribos de f = 1/2" cm2

S = Av*fy/((uu-fuc)*b)S < d / 2 =

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

ASL = 10% Aspp ASL = cm2

cm2 / barralo cual es aproximadamente una varilla de f = 5/8"

Af = cm2

w * l 2

L/2 L/2


3.0 DISEÑO POR SERVICIOM = 8.900 Ton - m

fy = 4200 Kg/cm2f'c = 240 Kg/cm2fc = 0,4*f'c 96 Kg/cm2fs = 0,4*fy 1680 Kg/cm2r = fs / fc 17.5Es = 2100000 Kg/cm2Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = 232379.000772445 Kg/cm2n = Es/Ec >= 6 9.03696114115064Usar n = 9k = n / (n + r) 0.339622641509434j = 1 - k / 3 0.886792452830189fc*j*k = 28.9127803488786


Hallando los momentos por servicioMs = 8.900 Tn-m/m


d req. = 24.812 cm

el peralte será como máximo :recubr. = 2.540 cmestribo = 3/8 0.953 cm

d = t - rec. - est./2 d asum. = 68.254 cmSe debe cumplir d asum. > d req. 1.00 BIEN




Tomamos 8.752

Si consideramos acero 5/8" 1.979

Usar acero 5/8" 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 Principal1.1 Acero positivo y negativo

M+/- = 15.454 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b) 30420

0.508019798

1.619388 0.092536

0.080612 0.004606

126.319

6.288

Usamos: 6.288 a = 1.29 cmverificando la cuantía mínima


Tomamos 6.288

Si consideramos acero 5/8" 1.979

Usar acero 5/8" 3.18 barrasEntonces se tiene que se usara acero de 5/8" 3 barras de acero de 5/8"Distribución del Acero

Si consideramos acero 5/8" 1.979 1.59 cm# barras = 3.177 barras

Usaremos : 4.000# barras = 4 barras en 1 capas

As = 7.917

La distancia entre barras paralelas será no menor que: 2.38 cm1,5 T.M.agregado 2.38 cm

distancia entre barras = eh = 2.38 cmrecubrimiento lateral = rec = (2") = 4.78 cm

3/8 0.95 cm

Ancho mínimo de la viga b = 24.94915 cm0.000 RECALCULAR

Usar acero 5/8" 2

Usar acero 1/2" 2

Usar Estribo de Ø 3/8" 1@ 0.05, 2@ .10, Resto @ 0.15d 0.700 Usar acero 5/8" 4

X dcb

0.200

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2)

considerando recubrimiento de 1" y suponiendo el empleo de estribo de fierro de f=3/8" (0.953 cm),

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

Af = cm2

M+/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

As+/- = cm2/m

Af = cm2

Af = cm2 fbarra =# barras = As / Af

cm2

1,5 fbarra =

festribo =Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

barras de f 5/8"

barras de f 1/2"

barras de f 5/8"

DISEÑO DE ESTRIBOS DEL PUENTE CARASH

PROYECTO CONSTRUCCION DEL PUENTE CARASH

EXPEDIENTE MEJORAMIENTO DE LA CARRETERA SAN MARCOS - CARHUAYOC, HUARI - ANCASH

DATOSALTURA DE ZAPATA CIMENTACION (m) d = 1.00TIPO DE TERRENO (Kg/cm2) d = 2.04ANCHO DE PUENTE (m) A = 7.20LUZ DEL PUENTE (m) L = 12.00ALTURA DEL ESTRIBO (m) H = 5.55ANGULO DE FRICCION INTERNA (grado) =f 32.80ALTURA EQUIV, DE SOBRE CARGA (m) h' = 1.00PESO ESPECIF, RELLENO (Tn/m3) 1.10PESO ESPECIF, CONCRETO (Tn/m3) 2.40

M = 0.50N = 0.20E = 1.20G = 1.40a = 1.150b = 0.60c = 0.80B = 3.30

CONCRETO ESTRIBOS (Kg/cm2) f'c = 175fc =0.4f'c= 70

A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A

1-Empuje de terreno,h= 1.15h'= 1.00C= 2(45- /2) TAN f 0.30

E= 0,5*W*h (h+2h")*C 0.592 TN

Ev=E*Sen (o/2)= 0.167Eh=E*Cos (o/2)= 0.568

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 0.51

Fuerzas verticales actuantes

Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 1.656 0.3 0.4968Ev 0.167 0.60 0.100332187Total 1.82322031 0.597132187

Xv=Mt/Pi 0.328 mZ=Eh*Dh/Pi 0.157 me=b/2-(Xv-Z) 0.130 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,

P =Fv(1+6e/b)/(ab) 6.98 CONFORME

Chequeo al volteo

FSV=Mi/(Eh*Dh) 2.08 >2 CONFORME

Chequeo al Deslizamiento

FSD=Pi*f/Eh 2.25 >2 CONFORME

B- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B

1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,a-Empuje terreno:H= 5.55h'= 1.00C= 0.30E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 6.850857408 TnEv=E*Sen (o/2)= 1.934 TnEh=E*Cos (o/2)= 6.572 Tn

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 2.10 mFuerzas verticales actuantes

Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 7.992 2.3 18.382P2 8.448 1.6 13.517P3 6.336 0.80 5.069Ev 1.934 2.10 4.052Total 24.710 41.020

g1 =g2 =

<d




Xv=Mt/Pi 1.66 mZ=Eh*Dh/Pi 0.56 me=b/2-(Xv-Z) 0.20 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,


Chequeo al volteo




2-Estado :Estribo con puente y relleno sobrecargado,Peso propio 90.89Reacción del puente debido a peso propio,R1= 12.62 tn/m P= 3.7000152 T

Rodadura -fuerza HorizontalR2=5% de s/c equivalente, 0.164 Tn/M

Reaccion por sobrecargaR3= 6.30 Tn


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 12.624 1.6 20.198R3 6.304 1.60 10.086P vertical tot, 24.710 1.66 41.020Total 43.638 71.304

Xv=Mt/Pi 1.634 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 6.572 2.10 13.769R2 0.164 7.35 1.203Total 6.736 14.971

Yh=Mi/Pi 2.223Z= 0.343e= 0.009

VERIFICACIONES

1-Verificacion de compresion y tracción


Chequeo al volteo




C- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION C-C

1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,a-Empuje terreno:B= 3.3H= 6.55h'= 1.00C= 0.30E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 9.156139657Ev=E*Sen (o/2)= 2.585Eh=E*Cos (o/2)= 8.784

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 2.44

<d

<d





Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 7.992 2.8 22.378P2 8.448 2.1 17.741P3 6.336 1.30 8.237P4 7.920 1.65 13.068P5 1.110 3.20 3.552Ev 2.585 3.30 8.531Total 34.391 73.506

Xv=Mt/Pi 2.137 mZ=Eh*Dh/Pi 0.623 me=b/2-(Xv-Z) 0.135 m >b/6 b/6= 0.55

e<b/6, CONFORMEVERIFICACIONES



Chequeo al volteo




2-ESTADO:Estribo con puente y relleno sobrecargado,


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 12.624 2.1 26.511R3 6.304 2.10 13.238P vertical tot, 34.391 2.14 73.506Total 53.319 113.255

Xv=Mt/Pi 2.124 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 8.784 2.44 21.421R2 0.164 8.35 1.366Total 8.947 22.787

Yh=Mi/Pi 2.55Z= 0.43e= -0.05 <b/6 CONFORME

VERIFICACIONES



Chequeo al volteo




<d

<d

Diseño HL-93 Puente CARASH - san marcos

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