aleta de puente

DISEÑO DE PUENTE VIGA-LOSA

A.- PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyado de un sólo tramo

LUZ DEL PUENTE L = 12.60 m PROYECTO : PUENTE CUSHUNGAPERALTE DE LA VIGA H = L/15 = 0.95 m UBICACIÓN : CASERIO CUSHUNGAESPESOR DE LA LOSA E = 0.20 m

B.- DISEÑO DE VIGASMetrado de cargas Area de influencia de la viga

Ancho de via ( A ) = 3.60 mLongitud de vereda ( c ) = 0.80 mAncho de viga ( b ) = 0.40 m

( f ) = 0.75 mEspesor de losa ( E ) = 0.20 m

( g ) = 0.20 m( m ) = 1.05 m

Separación de vigas ( S ) = 2.10 m( a ) = 0.90 m

Peso losa = E x (a + b + S/2 ) x 2.4 T/m³. = 1.128Peso viga = f x b x 2.4 T/m³. = 0.720Asfalto = 0.05 x A/2 x 2 Ton/m³. = 0.180Vereda = (c+0.05) x 0.2*2.4 Ton/m³. = 0.340baranda = 10 kg/ml = 0.010

Wd = 2.378 ton/m

1-MOMENTO POR PESO PROPIONúmero de diafragmas = 3Peso propio Diafragma Wdiaf = 0.6 x 0.25 x S/2 x 2.4 = 0.378Momento total por carga muerta Md = Wdiafx(L/4+2xL/8)+WdxL²/8 = 49.57 ton-m

2-MOMENTO POR SOBRECARGA Sobrecarga vehicular HS20

P 4P 4P

L/2 L/2

Momento por viga:M =P/2*(9*L^2/4-10,5*L+4,41)/L 36.40 ton-mP= 4000 Kg.M s/c =M*(1+0,7/(s+b)) M s/c = 42.22 ton-m

3-MOMENTO POR SOBRECARGA EQUIVALENTE por vigaM eq=9*L/4+0,96*L*L/8 M eq = 24.10 ton-m

4-CARGAS POR EJE TAMDENM et =(L-1,2)*6/2 M et = 34.20 ton-m

Tomando el mayor Momento ( Ml ) M l = 42.22 ton-m

5-MOMENTO POR IMPACTOi = 15,24 / ( L + 38 ) = 0.30i < = 0.30, i = 0.30Momento por impacto M i = i x M l M i = 12.72 ton-m

B1.- DISEÑO POR SERVICIOVerificacion del peralteM=Md+Ml+Mi 104.51 ton-m

Fy = 4,200 Kg/cm².F'c = 210 Kg/cm². d=raiz(2*M*100000/(F"c*k*j*b))Fc=0,4*F'c 84 Kg/cm².fy =0,4* fy 1,680 Kg/cm². d= 57.41 cms.r = fy / Fc 20 d<H 1 OKn=2100000/(15000*(raiz(f'c)) 9.6609 Ancho efectivo de viga T :k = n / (n+r) 0.3257 b = L/4 = 3.15 mJ = 1 - k/3 0.8914 b = 16 x E + 0,5 = 3.70 mH= 95.00 cms. b = 0,5 + S = 2.60 m

b = mínimo valor 2.60 mB2.- DISEÑO POR ROTURA

Mu =1,3 x ( Md + 1,67 x (Ml+Mi) ) Mu= 183.72 ton-m

Area de acero 0.300622b (cms) = 40.00 W=(0,845-RAIZ(0,7182-1,695*Mu*100000/(0,9*F"c*b*d2))d = H - 0,14 (cms) = 81.00 W= 0.546878

As = w x f'c / fy x b x dAs= 88.59 cm²

Ø 1 3/8" 9 varillas

B3.- VERIFICACION POR AGRIETAMIENTO

X (centroide refuerzo)= 14 cm6.27 cm

Z = 2,300 Kg/cm² (condiciones de exposición: severo)A = 2 x b x X / N = 121.11Fs máx = 23,000 / ( dc x A )^(1/3) = 2,521.04 kg/cm²Fs = Mu / ( As x j x d ) = 1,633.80 kg/cm²

1

B4.- VERIFICACION POR CORTEPOR PESO PROPIOVd=Wd*L/2+W1*(1+0,75+0,5+0,75) 15.93 ton

POR SOBRECARGA HS 20Vl=2,52(4*p*1+4*p*0,79+p*0,58) 19.81 ton

POR IMPACTO 5.97 ton

dc (recub.+diam./2)=

DISEÑO POR ROTURAVu =1,3(Vd+1,67*(Vl+Vi)) 76.68 ton

Esfuerzo cortante nominalV"u=Vu/0,85*(b*d) 4.28 kg/cm²

Esfuerzo cortante resis de concretoVc=0,85*(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/Mu) 7.25 kg/cm²r= 0.021675

Vc>V"u 1

Av=2*0,71 1.42S=Av*Fy/(Vu-Vc)*b 50

ACERO LATERALA=0,1*As As = 8.86 cm².

Ø 3 / 4" 4 varillasAsmín = 0.0018*b*d = 5.83

Ø 3 / 4" 3 varillasdos varillas a cada lado

B5.- VERIFICACION POR FATIGAMu= 104.51 Ton-mFs max=M/(As*j*d) 1633.80 kg/cm²Fmin=Mmin/(As*j*d) 774.94 kg/cm²Fs-Fmin= 858.86 kg/cm²Valor admisible (Fa)1635,36-0,36*Fmin= 1326.17 kg/cm²Fa>(Fs-Fmin) 1

C.- DISEÑO DE LA LOSAC1.- Tramo Interior

METRADO DE CARGASPeso propio (1m) x (e) x (2,4 T/m³) 0.48 ton/mAsfalto (1m) x (0.05) x (2T/m³) 0.00 ton/m

Wd = 0.48 ton/m

Momento por Peso PropioMd=Wd*s^2/10 = Md(+) y Md(-) = 0.21 ton-m

Momento por SobrecargaMl=(s+0,61)/9,74*P 2.02 ton-mP (rueda mas pesada)= 7.258 ton Momento positivo=0,8*Ml 1.62 ton-mMomento Negativo=0,9*Ml 1.82 ton-m

Momento por Impactoi=15,24/(S+38) 0.38i=<0,3 0.3 0.30 Menor valor

Momento positivo=I*M+ 0.48 ton-mMomento negativo=I*M- 0.55 ton-m

VERIFICACION DEL PERALTE Hallando los momentos por servicio:

M(+)=Md(+) + Ml(+) + Mi(+)= 2.31 ton-mM(-)=Md(-) + Ml(-) + Mi(-) = 2.57 ton-m

d=raiz(2*M*/(Fc*j*k*100) 13.77 cmd<H, 1

considerando recubrimiento (3 cm.+5/8"/2) d= 16 cm

DISEÑO POR ROTURAMu+=1,3*(Md+1,67*(M+I)) = 4.83 ton-mAs=(0,845-raiz(0,7182-1,695*Mu* = 8.21 cm²100000/(0,9*F':c*b*d))*F"c*b*d/Fy:

verificando la cuantia minimaAs min=14*b*d/Fy 5.40 cm²As min<As 1Considerando acero de Ø 5/8" @ 24 cm

Mu-=1,3*(Md+1,67*(M+I)) 5.40 ton-mAs=(0,845-raiz(0,7182-1,695*Mu* = 9.28 cm²100000/(0,9*F':c*b*d))*F"c*b*d/Fy:

verificando la cuantia minimaAs min=14*b*d/Fy 5.40 cm²As min<As 1Considerando acero de Ø 5/8" @ 22 cm

(-)As = 0.5 (+)As = 0.5*f178 = 4.64Ø 1 / 2" @ 28 cm

(+)Asrep= 0.55/ S^0.5 = 0.38 3.52Ø 3 / 8" @ 20 cm

(-)Asrep= 0.55/ S^0.5 = 0.38 1.76Ø 3 / 8" @ 40 cm

( -) Asadic. = 5.1Ø 1 / 2" @ 25 cm

C2.- Tramo en VoladizoMomento por peso propio

1 2 3

4

0.90Sección carga (ton) distancia Momento (ton-m)

1 0,35*0,15*1*2,4 0.126 1.075 0.142 0,25*0,2*1*2, 0.120 0.800 0.103 0,25*0,05/2*1 0.015 0.683 0.014 E*a*1*2.4 0.432 0.450 0.19

Asfalto (a-0.25)*0.05 0.065 0.325 0.00Baranda 0.15*1 0.150 1.200 0.18

Md= 0.62 ton-m

Momento por Sobrecarga

P=7.258 ton

0.305 X

0.65X=distancia al sardinel rueda= 0.35 mMl=P*X/(0,8*X+1,143) = 1.76 ton-m

Momento por ImpactoMomento impacto Mi=i*Ml 0.53 ton-m

DISEÑO POR ROTURA

Mu=1,3*(Md+1,67*(Ml+Mi)) 5.78 ton-mAs= 10.00 cm²

Considerando acero de Ø 5/8" @ 20 cm

DISEÑO VIGAS DIAFRAGMADiseñaremos la viga diafragma más crítica, es decir la viga diafragma central

a.- Sección del diafragma: b = 25 cms.; t = 60 cm.Wd = 360 kg/ml

b.- Cálculo de momentos S' = 2.10 + 0.40 = 2.5M = momento flector de diseño Md = momento por peso propio ; T = momento torsorM = T * MdMd = 225 kg /ml

Momento torsor debido a la losaT = 0.7 (-) MxL L= 12 + 0.6*2- 0.05*2 6.55T = 11803.65 kg- mMcr = kbd^2 945312.5 kg- cm 9453.125M = 12028.65 M > Mcr necesita acero en compresiónAs1= 11.34 cm2M´ = M -Mcr = 2575.525As2 = 3.40 cm2As = 11.34 cm2; entonces 4 Ø 3/4"Asmín. = 4.58 cm2A´s= 3.40 2 Ø 5/8"

CHEQUEO POR CORTEV= T/S * Wd*S´/2 = 5171.46 kgVcr = 5778.44 kg.

Vcr > V , entonces no necesita estribosDISEÑO DEL ACERO LATERALAslat = 2.75

2 Ø 1/2" a cada lado un fierro de 1/2"

Estribos: Smáx. = d / 2 27.5 cm. Ø 3/8" 1 @ .10 R @ .25 de c/ e

CALCULO DE LA CONTRAFLECHAΔmáx. = Δinst. + Δl.d. Δinst. = deflexión instantáneaΔ ΔL.d. = deflexión de larga duraciónΔ Ief. = Momento de inercia efectivoΔinst. = 5WdxL^4/ 384EcxIef. + PL^3/ 48EcxIef.

Ec = 217370.65 Mag.=Momento de agrietamiento

Ig. = bxh^3/12 = 7144791.67 cm4Mag. = 4*f´c^0.5xIg/h 4359489.17 kg- cm

Mmáx. = 99,990.00 9999000.00 kg.- cmIag. = bc^3/3 + nxAs ( d- c )^2 = Momento de inercia por agrietamiento

bc^2/ 2 = nx As( d - c) n= 9.2As = 83.45

d = 81b = 100

bc^2/2 = 50 c^2nxAsxd = 62186.94nxAsxc = 767.74 c50c^2 + 180.87c - 7234.88 = 0c^2 + 15.35c - 1243.74 = 0

coeficientes: A= 1B = 15.35C = -1243.74

c = 27.64bc^3/3 = 703726.67n*As = 767.74(d-c )^2 = 2847.49

n*As( d- c )^2 = 2186132.55Iag. = 2889859.22 cm2

(Mag/Mmáx)^3*Ig 592143.102(Mag/Mmáx)^3 0.082877591- (Mag/Mmáx)^3 0.91712241

(1-(Mag/Mmáx)^3*Iag = 2650354.66Ief = 3242497.76 < Ig =7144791.67

Wd = 21.50 kg/cmL = 1260 cm.

P/E(1+I ) = 6753.25Δinst = 1.40 cm

ΔLd = ( 2-1.2*A´s/As)*ΔinstΔLd = 2.80 cm

Δmáx. = 4.20Δevacuacion de agua= L/2*S S = 0.005

Δevac.= 3.15 cm CONTRAFLECHA = 7.35 cm

CONTRAFLECHA= 7.50 cm

DISEÑO DE DISPOSITIVOS DE APOYO

1.- APOYO FIJOFe = Fuerza de SismoFi = Fuerza de impacto

Fe + Fi Fv = Fuerza de viento

Fe + Fv

METRADO DE CARGASLOSA = 29.55 TnVIGAS = 18.86 TnDIAFRAGMAS= 14.15 TnVEREDAS = 8.17 TnSARDINELES = 5.66 TnBARANDAS = 1.18 Tn

W= 77.58 TnW= 77578.20 Kg

Wv = 38789.10 KgFe = 0.10*Wv 3878.91 KgFUERZA DE IMPACTO P = 8000Fi =1.4*P*I+1.4*P´*I P´ = 2000

I = 0.3Fi = 4200 Kg

FUERZA DE VIENTOArea expuesta directamente al viento 1.75 m2Area expuesta indirectamente al viento 1.55 m2

PUENTE DESCARGADOFv = 606.00 KgPUENTE SOBRECARGADOFv = 378.75 Kg.FUERZA DE VIENTO DE DISEÑOFv = 7635.60 Kg.Fvd = 3817.80 Kg.Fe + Fi = 8078.91 Kg.Fe + Fv = 7696.71 Kg.R = 11158.32 Kg.CALCULO DEL Nº DE BASTONESN= R/ Av*fs Asumiendo Ø= 5/8" fs = 0.4* fy = 1680N = 3.32 Av= 2.00N = 4 bastones por viga

2.- APOYO MOVILRmáx. = 37405.00 Kg.

Por tratarse de un tramo de una longitud moderada se diseñará un apoyode simple resbalamientoFf = fuerza de fricción

Ff =0.15 * Rmáx. = 5610.75 kgSuponiendo Ø = 1/2" fs = 0.40 fy =

fs = 1680.00N = Ff / Av* fs = 2.63Consideramos 4Ø 1/ 2" por vigaDIMENSIONES DE a y ba * b = Rmáx./ 0.45 f´c= 395.82 cm2Elegimos b= ancho de viga = 40 cm

a = 9.90 cm.Tomamos a = 20 cm., b = 40 cm

placas metálicas

ESPESOR DE LA PLACA a/2 a/2

R

POR FLEXIONMmáx. =W*a^2/ 8 =W = δ* b δ = Rmáx./ a*b

δ = 46.76 kg/ cm2W = 1870.25 kg/cm.

Mmáx. = 93512.50 kg - cm

e = ( 10 * Mmáx/ fy*b )^0.5 2.36 cm.e = 1"

POR CORTANTEe = Vmáx / 0.4*fy*b Vmáx = W*a/2 = 18702.50 kg.

e = 0.28 cmTomamos el mayor valor = e =1"

20 cm1"

40 cmPlancha de Neopreno de las mismas dimensiones de las placas de dureza 50

DISEÑO DE PUENTE VIGA-LOSA

Norma7.9.1. RNC 371

7.6.1 RNC 3727.7.5. RNC 372

Por paquetes350.00

1,769.90 kg/cm21,633.80 kg/cm2

1

DISEÑO DE ESTRIBOS

PROYECTO ESTRIBO TIPICO PUENTE CUSHUNGA

DATOS Ws/cALTURA DE ZAPATA CIMENTACION d = 1.20 m c bTIPO DE TERRENO d = 1.75 kg/cm2ANCHO DE PUENTE A = 3.60 m aLUZ DEL PUENTE L = 12.60 mALTURA DEL ESTRIBO H = 6.00 mANGULO DE FRICCION INTERNA =f 25.00 gradosSOBRECARGA Ws/c = 1.00 ton/m2PESO ESPECIFICO RELLENO 1.24 ton/m3PESO ESPECIFICO CONCRETO 2.30 ton/m3 H

M = 0.60 mN = 0.60 mE = 2.00 ma = 0.95 mb = 0.50 mc = 0.60 m db1 = 0.30 mb = 0.20 mG =b+c= 1.10 m M E G NB = 4.30 m

B

B.- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B

1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,a-Empuje terreno:H= 6.00 mho= 0.81 mKa= 0.41Ea = 0,5*W*H (H+2ho)*Ka= 11.494 ton/m

2.488 ton/m 0.60 0.5011.222 ton/m

Punto de aplicación de empuje Ea 0.95 PbDh=h*(h+3*h')/(h+2ho)/3 2.21 m

Fuerzas verticales actuantes por metro lineal

Pi (ton) Xi (m) Mi (ton-m) 6.00 EhP1 5.807 2.85 16.551P2 6.969 2.3 16.029 EvP3 11.615 1.33 15.487Pa 0.655 2.75 1.803Pb 0.236 3 0.707Ev 2.488 2.21 5.503Total 27.770 56.079

2.00

Xv=Mt/Pi 2.02 mZ=Eh*Dh/Pi 0.89 me=b/2-(Xv-Z) 0.42 m

Esfuerzo a compresión del concreto Fc= 0,4(F'c)Fc= 700 ton/m2

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,

P =Fv(1+6e/b)/(ab) 16.32 CONFORME

g1 =g2 =

Ev=E*Sen (f/2)=Eh=E*Cos (f/2)=

<Fc

P1P2P3

Chequeo al volteo

FSV=Mi/(Eh*Dh) 2.26 >2 CONFORME

Chequeo al Deslizamiento

FSD=Pi*f/Eh 1.73 >1.50 CONFORME

2-Estado :Estribo con puente y relleno sobrecargado,Peso propio 57.04 tonReacción del puente debido a peso propio,R1= 15.84 tn/m P= 4.00 T

Rodadura - fuerza HorizontalR2=5% de s/c equivalente, 0.327 Tn/M

Reaccion por sobrecargaR3= 15.56 Tn


Pi (ton) Xi (m) Mi (ton-m)R1 15.844 2.300 36.442R3 15.556 2.30 35.778P vertical tot, 27.770 2.02 56.079Total 59.170 128.299

Xv=Mt/Pi 2.168 m

Fuerzas horizontales actuantes por metro lineal

Pi (ton) Xi (m) Mi (ton-m)Eh 11.222 2.21 24.820R2 0.327 7.80 2.552Total 11.549 27.373

Yh=Mi/Pi 2.370Z= 0.463e= -0.156

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= 4.3 mHt=H+d 7.20 m

<Fc

ho= 0.81 mKa= 0.41E= 0,5*W*Ht (Ht+2ho)*Ka= 15.967 ton/m

3.456 ton/m15.588 ton/m

Punto de aplicación de empuje Ea Dh=Ht*(Ht+3*ho)/(Ht+2ho)/3 2.62 m


Pi (ton) Xi (m) Mi (ton-m)P1 5.807 3.45 20.036P2 6.969 2.9 20.210P3 11.615 1.93 22.456Pa 0.655 3.35 2.196Pb 0.236 3.60 0.848P4 11.868 2.15 25.516P5 4.464 4.00 17.856Ev 3.456 4.30 14.860Total 45.070 123.978

Xv=Mt/Pi 2.751 mZ=Eh*Dh/Pi 0.906 me=b/2-(Xv-Z) 0.305 m >b/6 b/6= 0.717

e<b/6, CONFORMEVERIFICACIONES



Chequeo al volteo




2-ESTADO:Estribo con puente y relleno sobrecargado,


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 15.844 2.9 45.949R3 15.556 2.90 45.111P vertical tot, 45.070 2.75 123.978Total 76.470 215.038

Xv=Mt/Pi 2.812 m

Fuerzas horizontales actuantes por metro lineal

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 15.588 2.62 40.836R2 0.327 9.00 2.945Total 15.916 43.781

Yh=Mi/Pi 2.75Z= 0.57e= -0.09 <b/6 CONFORME

Ev=E*Sen (f/2)=Eh=E*Cos (f/2)=

<d

VERIFICACIONES



Chequeo al volteo




<d

DISEÑO DE ALETA DE ARRANQUE PUENTE CUSHUNGA

DATOSALTURA DE ZAPATA CIMENTACION (m) d = 1.00 DISEÑO ALETA DE ARRANQUETIPO DE TERRENO (Kg/cm2) d = 1.75ANCHO DE PUENTE (m) A = 0.00 bLUZ DEL PUENTE (m) L = 0.00ALTURA DE LA ALETA (m) H = 4.20ANGULO DE FRICCION INTERNA (grado) =f 25.00

ALTURA EQUIV, DE SOBRE CARGA (m) h' = 0.00PESO ESPECIF, RELLENO (kg/m3) 1240.00PESO ESPECIF, CONCRETO (kg/m3) 2300.00 2 3

M = 0.40 H 1N = 0.40 N.AE = 2.30G = 0.40a = 0.00 d 4b = 0.40 M E G Nc = 0.00B = 3.50 B

A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A

1-Empuje de terreno,h= 4.20h'= 0.00C= 2(45- /2) TAN f 0.41

E= 0,5*W*h^2*C 4438.819 kgMv 6214.35

FIGURGAS VERT. BRAZO MOMENTO f 0.701 11109.00 1.54 17118.972 3864.00 2.50 9660.00

Fv 14973.00 Me 26778.97

CHEQUEO DE ESTABILIDADC.S.V=Me/Mv 4.31 CONFORMEC.S.D=Fv*f/E 2.36 CONFORMEEXCENTICIDADe= (B/2)- ( Me- Mv)/Fv) = -0.02 0.12emax.= B/6 0.45 >e OK

A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B - B

1-Empuje de terreno,h= 5.20h'= 0.00C= 2(45- /2) TAN f 0.41

E= 0,5*W*h^2*C 6804.18 kgMv 11793.91

FIGURGAS VERT. BRAZO MOMENTO f 0.501 11109.00 1.94 21562.572 3864.00 2.90 11205.603 2083.20 3.30 6874.564 8050.00 1.75 14087.50

Fv 25106.20 Me 53730.23

CHEQUEO DE ESTABILIDADC.S.V=Me/Mv 4.56 CONFORMEC.S.D=Fv*f/E 1.84 CONFORME

g1 =g2 =

EXCENTICIDADe= (B/2)- ( Me- Mv)/Fv) = 0.08 0.07emax.= B/6 0.58 >e OK

ESFUERZOS A NIVEL DE CIMENTACIONp= ( 0.01*(Fv))/B +_ (0.06*Fv*e/B^2)pmáx.= 0.80 < d =2 CONFORMEpmin.= 0.63 <

DISEÑO DE FALSO PUENTE

ESPECIFICACIONES TECNICASEsfuerzo a la flexión permisible=(rf)= 150 kg/cm2Esfuerzo al corte permisible(tp)= 12 kg/cm2Esfuerzo a la compresión permisible(c)= 110 kg/cm2Peso específico madera húmeda= 1000 kg/m3Peso específico concreto fresco= 2500 kg/m3Encofrado(vigas, losa y diafragmas)= 25 kg/m2Sobrecarga= 500 kg/cm2Módulo de Young=E= 100000 kg/cm2Madera= Eucalipto

Metrado de cargas Area de influencia de la vigaLUZ DEL PUENTE L = 12.60 mPERALTE DE LA VIGA H = L/15 = 0.95 mESPESOR DE LA LOSA E = 0.20 mAncho de via ( A ) = 3.60 mLongitud de vereda ( c ) = 0.85 mAncho de viga ( b ) = 0.40 m

( f ) = 0.75 mEspesor de losa ( E ) = 0.20 m

( g ) = 0.20 m( m ) = 1.05 m

Separación de vigas ( S ) = 2.10 m( a ) = 0.90 m

Peso losa = E x (a + b + S/2 ) x 2.5 T/m³. = 1.175Peso viga = f x b x 2.5 T/m³. = 0.750Asfalto = 0.05 x A/2 x 2 Ton/m³. = 0.180Vereda = (c+0.05) x0.2*2.5 Ton/m³. = 0.450baranda = 10 kg/ml = 0.010

Wd = 2.565 ton/m

DISEÑO DEL ENTABLADO

Metrado de cargasP. propio puente= 128.25 kg/mP. propio entablado= 5 kg/mP. propio encofrado= 5 kg/mSobrecarga= 100 kg/m

238.25 kg/mw= 2.3825 kg/cm

Separación entre soleras:

Momento de inercia =I=b*h3/12= 26.04167 cm4b= 20 cmh= 2.5 cmS=b*h2/6= 20.83 cm3

Chequeo por flexión:Luz=L=(12*rf*s/w)1/2= 114.5 cm

Chequeo por flecha:Luz=L=potencia(d*128*E*I/w;1/4)= 68.8 cmd=flecha admisible= 0.16 cm (Para entablado)

Adoptamos S = 65 cm0.65 m

DISEÑO VIGAS TIPO a

Momento inercia=I=3.1416*r4/4= 2485.05469 cm4D1= 15 radio=r= 7.5 cm

S=3.1416*r3/4= 331.340625 cm3

Chequeo por flexión:luz=L=(10*rf*s/w)1/2= 253.4 cmw= 7.74 kg/cm

Chequeo por flecha:luz=L=potencia(d*128*E*I/w;1/4)= 226.4 cmflecha admisible=d= 0.64 cm (Para elementos mayores de 1.5m)

A + 2B = 8.05 mtsA = 0.85 B = 3.60

L2 180 cmAdoptamos L2 = 1.80 mAdoptamos L3 = 1.80 m

L3<L2.......OK

Chequeo por corte:t=0.9*w*L/(3.1416*r2)= 7.10 kg/cm2 < 12 kg/cm2 OK

DISEÑO VIGAS TIPO bMetrado de cargasP. propio puente= 128.25 kg/mP. propio entablado= 31.25 kg/mP. propio encofrado= 31.25 kg/mP. propio viguetas= 31.25 kg/m

Sobrecarga= 625 kg/mw= 847 kg/mw= 8.47 kg/cm

Separación entre vigas:

Momento inercia=I=3.1416*r4/4= 19174.8047 cm4D2 = 25 radio=r= 12.5 cm

S=3.1416*r3/4= 1533.98438 cm3

Chequeo por flexión:Luz=L=(10*rf*s/w)1/2= 521.2 cm

Chequeo por flecha:Luz=L=potencia(d*128*E*I/w;1/4)= 369.0 cmd=flecha admisible= 0.64 cm (Para elementos mayores de 1.5m)

Adoptamos L = 180 cm1.8 m

Chequeo por corte:t=0.9*w*L/(3.1416*r2)= 2.80 kg/cm2 < 12 kg/cm2 OK

DISEÑO DE COLUMNAS

Esbeltez=L/D= 10 adim < ó = 10 adim OKH1= 400 cmD3= 40 cm

Luego, se trata de un puntal largo y la carga admisible Pa es: 2.71.35

Pa=(3.1416*D2/4)*c/FS= 34557.6 kgFS= 4.0 adimP=2*0.6*w*L= 1829.52 kg < 34557.6 kg OK

aleta de puente

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