PUENTE-LOSA

5/16/2018 PUENTE-LOSA - slidepdf.com

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DISEÑO PUENTE LOSA

PROYECTO :EXPEDIENTE :UBICACIÓN :

EVALUADOR :ZONAL :

DATOS:LUZ EFEC.(L) 6.00 M

SOBRECARGA = HS20

P = 4.00 TN

P.E. (C°) = 2.40 TN/M3

F'C = 210 KG/CM2

F'Y = 4200 KG/CM2

FC = 84 KG/CM2

FS = 1680 KG/CM2r = 20.00

Es = 2100000 KG/CM2

Ec = 217370.65 KG/CM2

n = 10

K = 0.326

J = 0.891

b = 100 CM (Tomamos un metro de ancho de losa)

Ø = 0.9

b' = 25.00 CM

Ø' = 0.85

ANCHO CAJUELA= 0.60 M

ANCHO VIA 10 M

A. ANALISIS TRANSVERSAL

PREDIMENSIONAMIENTO

COMO L<= 6 m, ENTONCES EL ESPESOR DE LA LOSA PODRIA SER :

h = L/15 0.40 mts 0.39

¿ Cual es el espesor a usar = 0.40 mts

METRADO DE CARGAS

Consideremos un metro lineal de losa, transversalmente:

Losa (Wd) = 0.96 TN/M de losa

MOMENTO POR PESO PROPIO ( Md )

Wd (TN/M) = 0.96

6

3 3

Y=( L/2 * L/2 ) / L 1.50 M

Md = Wd*L*Y/ 2 4.32 TN-M

Este valor es el máximo momento al centro de la luz debido al pe 0



B. ANALISIS LONGUITUDINAL

Aplicando la sobre carga tipo semitrailer :

4P 4P

P

Es evidente que sobre todo el puente no podra entrar el tren de cargas completo. Ante esta circunstancia se

determina la seccion crítica que ocasione el máximo momento, la que es producida cuando entra una sola rueda,

la más pesada. En este caso escogemos la central del tren de cargas, como es evidente ella producira su máximo

efecto cuando se encuentre al centro de la luz, por ello:

4.27 4.27

4P 4PP

3 3

M = 4P*Y 6.00 P TN-M

OBSERVACION : Se puede concluir que el máximo momento se ocasioná al centro de la luz cuando el eje central del

tren de cargas se encuentre aplicado sobre él, siendo su valor:

M s/c (TN - M)= 6.00 P = 12.00

Recordemos que los 4000 Kg es el peso por eje, siendo el de rueda la mitad.

DETERMINEMOS EL ANCHO EFECTIVO ( E ): Ancho= 10800

L1= Min (L, 18000) W1=Min ( Ancho, 9000)

L1= 6000 W1= 9000

E1=250+0.42*RAIZ(L1*W1)

E1= 3336 mm

N= 0.717

d1= 4.3d2= 4.3

E = 1.219 + 0.06 L 1.58 < 2.13 OK

2.1.- SOBRECARGA HL - 93Entonces el valor del momento máximo por metro de losa será :

P= 3700

Momento Por Via M s/c = 13.026

CARGA DISTRIBUID Md=WL2/8 Md= 4.500

MOMENTO TOTAL Por Baret : Mt= 17.526

2.3- CARGAS POR EJE TANDEM

M = PT*(L/2-n)*(L+2*n-dT)/LM = 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 = 11.200 Tn

dT = 4' dT = 1.200 m

Por viga = M eq/2 Por Baret : M et = 26.567 Tn-m

Y

4.20 4.20

8.40



CARGA DISTRIBUID Md=WL2/8 Md= 4.500

MOMENTO TOTAL Por Baret : Factor de Impacto=1.33

Ms/c*1.33+Md Mt= 39.834

Factor de Concentracion carga =1.20 Mt= 47.801

Momento por ancho de via Mt= 14.327

SOBRECARGA EQUIVALENTE ( Meq ):

8.2TN

0.952 T/ M

3 3

Meq = ( 0.952*Y*L/2 ) + 8.2*Y 16.58 TN-M

Recordemos que este momento producido por vía o carril de circulación. Como cada uno tiene un ancho de 10 pies

(3.05 m), entonces el momento por metro de ancho debido a la sobrecarga equivalente será :

Meq = 5.44 TN-M

De ambos resultados del momento, podemos concluir que el máximo momento sobre la losa del puente, por metro d

ancho de losa debido a la sobrecarga americana es:

Mmáx = ML = 4.50 TN-M

COEFICIENTE DE IMPACTO ( I ):

I = 15.24/ (L+38) = 0.35 SERA < ó =0.30

Como este valor sobrepasa a 0.30; que es el máximo permitido, escogeremos este valor como valor del coeficiente

de impacto correspondiente.

I = 0.30

Ci = 1.30

Por ello el momento de impacto debido a las cargas moviles será:

MI = I * Mmáx 1.35 TN-M

C. DISEÑO

VERIFICACION DEL PERALTE POR SERVICIO :

M = Md+ML+MI 10.17 TN-M

Valor del momento por metro de ancho de losa.

DETERMINACION DEL PERALTE

d = RAIZ (2*M / FC*K*J*b) 28.88 < 40

Asumiremos d = 43 cm, para el espesor h = 0.50 m , nos da un recubrimiento que exede a los 3 cm mínimos solicitad

Recubrimiento = 4 cm

Entonces d = 36.00 cm

Y

Y



h = 0.40 36 cm

REFUERZO INFERIOR

4 cm

El area de acero necesario por metro de ancho de losa para diseño por servicio sería :

Asp = M / ( FS*J*d ) = 18.86 cm2

DISEÑO POR ROTURA:

Mu = 1.25* Md+1.75*(ML+MI)) = 30.47 TN-M

Momento último por metro de ancho de losa. Reemplazando en la expresión general:

Mu = Ø*As*Fy*(d -(As*Fy/1.7*F'C*b))

Resolviendo la ecuación :

As1 = 281.67 cm2

As2 = 24.33 cm2

luego: Asp = 24.33 cm2

Area de acero principal por metro de ancho de losa.

ACERO DE REPARTICION (Asr) :

Considerando que la losa se arma con el acero principal paralelo al tráfico, tendremos :

% Asr = 55 / raiz (L) < 50% max OK

% Asr = 22.45 < 50% OK

Asr = 5.46 cm2

Area de acero de repartición al fondo de losa, por metro de ancho.

ACERO DE TEMPERATURA (Ast) :

Ast = 0.0018*b*h > ó = 2.64 cm2 OK

Ast = 7.20 cm2

DISTRIBUCION DEL ACERO :

a. Acero principal :

Asp = 24.327 cm2

Empleando varillas de Ø 3/4" :

As(1") = 5 cm2

Espaciamiento (S) :

S = 20.55 cm

S = 0.125 m

Usar Ø 1" Cada 0.125

b. Acero de repartición :

Asr = 5.46 cm2


As(1/2") = 1.27 cm2

Espasiamiento (S) :

S = 23.25 cm

S = 25.00 m



USAR Ø 1/2" Cada 25.00

c. Acero de temperatura :

Ast = 7.20 cm2


As(1/2") = 1.27 cm2

Espasiamiento (S) :

S = 35.28 cm

S = 0.30 m

Usar Ø 1/2" Cada 0.30

DISTRIBUCION DE ACERO EN LOSA DE PUENTE6.60

Ast = Ø 1/2" cada 0.30

0.40

Asp = Ø 3/4" cada 0.125 Asr = Ø 1/2" cada 25.00

D. DISEÑO DE VIGA SARDINEL

25.00

0.25

0.40

METRADO DE CARGAS:

Peso propio = 0.39 TN / M

Peso baranda = 0.15 TN / M

Wpp = 0.54 TN / M

Determinemos el momento por carga permanente al centro de luz :

Mw = Wpp*L*L/ 8 2.43 TN-M

E = 1.219+0.06*L = 1.58 m

X = 1 PIE = 0.3048 m

P' = 2*P*(0.5*E-X)/E = 0.31 P

P' = 2.46 TN

Donde P es el peso de la rueda más pesada :

P = 8 TN

MOMENTO POR SOBRECARGA AL CENTRO DE LUZ (ML) :

b'



ML = P' * L/4

ML = 3.68 TN-M

MOMENTO POR IMPACTO ( MI ):

MI = I * ML

MI = 1.11 TN-M

VERIFICACION DEL PERALTE POR SERVICIO :

M = Mw+ML+MI = 7.22 TN-M

DETERMINACION DEL PERALTE :

d = RAIZ (2*M / FC*K*J*b') < h+0.25

d = 48.66 < h+0.25 OK

Si el recubrimiento es r = 4.00 cm.

Entonces el peralte sera d = 61.00 cm, para tener el mismo fondo que la losa.

ACERO POR SERVICIO :

As = M / ( FS*J*d ) = 7.90 cm2

DISEÑO POR ROTURA:

Mu = 1.3*( Mw+1.67*(ML+MI)) = 13.56 TN-M

Momento último por metro de ancho de losa. Reemplazando en la expresión general:

Mu = Ø*As*Fy*(d -(As*Fy/1.7*F'C*b))

Resolviendo la ecuación :

As1 = 512.55 cm2

As2 = 5.95 cm2

luego:

As = 5.95 cm2

Area de acero principal para la viga de borde.

¿ Varilla de que Ø se usara = 3/4 Area de Ø 3/4" = 2.85

Area de Ø 5/8" = 1.98

0.25

2 varillas de Ø 3/4

0.65


VERIFICACION POR CORTE

6.00

4.27 4.27

P PP/4

x

E/2

b'



DONDE:

Y1= 1.00 M

Y2= 0.29 M

CORTANTE POR CARGA

V(L) = P(Y1+Y2+Y3/4)

NOTA:

COMO NO INGRESA TODO ELTREN DE CARGAS AL PUENTE, SE TOMARA SOLO LAS DOS RUEDAS MAS PESADAS.

ENTONCES: P(Y3/4)=0

LUEGO: V(L) = 10306.67 Kg

CORTANTE POR PESO PROPIO

Vpp = Wpp*L/2

Vpp = 1620.00 Kg

CORTANTE POR SOBRECARGA

25.00

0.25

d = 0.61

0.40r = 0.04

Vs/c = (V(L) * a / E)*Ci

Donde:

a = E/2 - 0.3048

a = 0.48

Entonces:

Vs/c = 4112.94 Kg

CORTANTE POR IMPACTO

Vi = I * V(L)

Vi = 3092.00 Kg

CORTANTE TOTAL

Vt = Vpp+Vs/c+Vi

Vt = 8824.94 Kg

DISEÑO DE CORTANTE POR ROTURA

Vt(u) = 1.3(Vpp+1.67(Vs/c+Vi))

Vt(u) = 17747.93 Kg

ESFUERZO CORTANTE NOMINAL EN ROTURA

Vu = Vt(u)/ Ø'* b*d

Vu = 13.69 Kg/cm2

ESFUERZO CORTANTE RESISTENTE DEL CONCRETO

Vc = 0,53*RAIS(F'c)

Vc = 7.68 Kg/cm2

Y1Y2

Y3

.3048

a

E/2

V(L)b'



NOTA:

Como Vu(esfuerzo a la rotura)<Vc(esfuerzo del concreto, teoricamente no se requiere refuerzo en el

alma, a pesar de ello colocaremos acero mínimo con estribos de 3/8" haciendo un área :

Av = 2*A°(3/8")

A°(3/8") = 0.71 cm2

Av = 1.42 cm2

CALCULO DEL ESPACIAMIENTO

S = Av*Fy/(Vu-Vc)

S = 33.07 cm

El espaciamiento entre barras sera :

1 No mayor de 30 cm.

2 No mayor del ancho del nervio (30 cm).

Entonces se tendra :

S = 30 cm

Entonces la distribución del acero por corte sera:

Ø 3/8" : 1@0,05, 3@0,10, 2@0,15 resto @ 0,30

VERIFICACION DE SARDINEL POR FUERZA HORIZONTAL

25.00

750 Kg/ml 0.25

0.40

d= b' - 0.05

d= 0.20 m

MH = 750*d

MH = 150.00 Kg/ml

VERIFICACION DEL PERALTE

d = RAIS(2*MH*100/Fc*K*J*b)

d = 3.51 cm < 25 cm OK

ACERO HORIZONTAL

A°H = MH/Fs*J*d

A°H = 0.50 cm2/ml

NOTA: No necesita refuerzo, ya que los estribos de la viga absorven la fuerza horizontal.

DISTRIBUCION DE ACERO EN VIGA SARDINEL

0.25


0.65

b'

d



Ø 3/8" : 1@0,05, 3@0,10, 2@0,15 resto @ 0




TN-M



cm

os.



,30



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SEGÚN MANUAL DE DISEÑO DE PUENTES - DGCF PROYECTO : PUENTE CARROZABLE MARGOS

Aprobado con Resolucion Ministerial Nº 589-2003-MTC/02 del 31 de Julio del 2003 OFICINA : FONCODES HUANUCOCAMION DISEÑO HL - 93

A.- PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyadoLUZ DEL PUENTE L = 15.00 mPERALTE VIGA H = L/15 ~ L/12 y H = 0,07*L H = L/15 = 1.00 H = L/12 = 1.25 H = 0,07*L = 1.05

Tomar como peralte de la Viga, H = 1.00 mESPESOR LOSA t (mm) = 1.2(S+3000)/30

t = 196.00 mm t = 19.60 cm minimo 17.5 cmComo es esor de la losa se uede asumir, t = 0.20 mt

Medidas asumidas: (m)Ancho de via (A)= 3.600long vereda (c)= 0.650Ancho de viga (bw)= 0.350

(f)= 0.800

espesor de losa (t)= 0.200(g)= 0.200(n)= 0.050

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

(a)= 0.750(i)= 0.450(u)= 0.200(z)= 0.050

barandas (p)= 0.100(q)= 0.150 S' = S + bw 2.250 m

Número de vigas diafragmas = 5 bw =0,02*L*(S')1/2 0.450 mAncho vigas diafragmas (ad)= 0.200 bw >= 2*t 0.400 mPeralte vigas diafragmas (hd)= 0.500 hd >= 0,5*H 0.500 m

a ~ S/2

fy = 4,200.0 Kg/cm2 4,200.0f'c = 280.0 Kg/cm2 280.0fc = 0,4*f'c 112.0 Kg/cm2 112.0fs = 0,4*fy 1,680.0 Kg/cm2 1,680.0r = fs / fc 15.0 15.0Es = 2.0E+06 Kg/cm2 2.1E+06Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = 250,998 Kg/cm2 250,998n = Es/Ec >= 6 7.968 8.367Usar n = 8 8k = n / (n + r) 0.348 0.348

j = 1 - k / 3 0.884 0.884fc*j*k = 34.440 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 propioMD = Wd*S2 /10 MD = 0.191 Tn-m/m

Rueda traseraModificacion or Numero de Vias CargadasSe puede observar que el ancho de la seccion del puente es de 3.6 mtsPor lo tanto el numero de vias es de 1, por que se afectara la carga por un factor que es de 1.2Entonces se debe de amplificar la carga por este factor ==> 1.2 * P

Pr = 16.314 KLbMomento por sobrecarga ML = ( S + 2' ) / 32' x Pr Pr = 7.400 Tn

ML = ( S + 0,61 ) / 9,75 x Pr 1.2 * Pr = 8.880 Tn <==== Carga viva Modificada

donde : ML = 2.286 Tn-m/m

Momento por Impacto I = 50' / ( S + 125' ) < 30%I = 15,24 / ( S + 38,1 ) < 30%

I = 0.381 < 0.300Tomamos ==> I = 0.300

Momento por Impacto=I*M MI = 0.686 Tn-m/m

VERIFICACION DEL PERALTEHallando los momentos por servicio Ms = MD + ML + MI

Ms = 3.163 Tn-m/mEl peralte mínimo es :d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2) d req. = 13.553 cm

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

recubr. = 2.540 cmestribo = 3/8 0.953 cm

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

DISEÑO POR SERVICIOAs = Ms/(fs*j*d) As = 12.540 cm2 /mverificando la cuantía mínimaAs mín = 14*b*d/fy As mín = 5.661 cm2 /m

As mín < As TRUE BIENTomamos As = 12.540 cm2/m

Cálculo del espaciamiento@ = Af*b/At

Si consideramos acero 5/8" Af = 1.979 cm2

El menor de los tres : @ = 15.784 cm1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 15.00 cm

DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA



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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

f = 0.90 ara Flexion y Traccion de Concreto Armado1.0 Acero Princi al1.1 Acero positivo y negativoM+/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI) M+/- = 5.440 Tn-mAs = M / (f*fy*(d-a/2)) a = As*f /(0,85*f'c*b)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 = 1.621541 r1 = 0.108103w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = 0.078459 r2 = 0.005231

As 1 = 183.599 cm

As 2 = 8.884 cm

Usamos: As+/- = 8.884 cm a = 1.57 cm

verificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.661 cm2

/mAs mín < As TRUE BIENTomamos As+/- = 8.884 cm2/m




Usar acero 5/8" @ = 25.00 cm

2.0 Acero or distribución

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

donde :positivoAsp: Acero principal positivo Asp = 8.884 cm2

S : luz libre entre las caras de vigas, en m. S = 1.900 ma : porcentaje del acero principal positvo a = 79.84 =< 67 %

a = 67.00Asd+ = 5.952 cm2/m



@ = 21.283 cmUsar acero 1/2" @ = 25.00 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 pulg2 /pieAst >= 2.646 cm2 /m

Como es enmallado, Ast = 2.646 cm2/mCálculo del espaciamiento@ = Af*b/At


El menor de los tres : @ = 26.931 cm3*t = 60.000 cm

45 cm 45.000 cmUsar 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 or eso ro ioSección Medidas Medidas Carga(Tn) Distancia (m) Momento

1 0,55*0,20 i*g 0.216 0.975 0.211 Tn-m/m2 0,20*0,25 u*(g+n) 0.120 0.650 0.078 Tn-m/m3 0,05*0,25/2 z*(g+n)/2 0.015 0.533 0.008 Tn-m/m4 0,75*0,20 a*t 0.360 0.375 0.135 Tn-m/m5 Asf.: 0,55*0,05 (a-u-z)*e 0.025 0.250 0.006 Tn-m/m6 Pasam.: 0,25*0,15 p*q 0.036 0.975 0.035 Tn-m/m7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 1.063 0.034 Tn-m/m

MD = 0.507 Tn-m/m

Momento por sobrecarga ML = 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 cmX = 0,80-0,25-0,30 X = 0.200 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 = 4.440 Tn MuML = 0.779 Tn-m/m Asfalto

Momento por impacto

Mi = I*Ml MI = 0.234 Tn-m/m

Mu = 1.25 Wd + 1.75 ( Wl + Wi )

c zXX1

ng

tu

ai

1

23

4

5

Pp

q

0,05

g



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DISEÑO POR SERVICIO :

Ms = MD + ML + MI Ms = 1.520 Tn-m/m

As = Ms/(fs*j*d) As = 6.025 cm2 /m

verificando la cuantía mínimaAs mín = 14*b*d/fy As mín = 5.661 cm2 /mAs mín < As TRUE BIENTomamos As = 6.025 cm2/m




Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 2.406 Tn-m/mAs = M / (f*fy*(d-a/2)) a = As*fy/(0,85*f'c*b)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 = 1.666228 r1 = 0.111082w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = 0.033772 r2 = 0.002251

As 1 = 188.659 cm

As 2 = 3.824 cm

Usamos: As+/- = 3.824 cm a = 0.67 cm

Verificando con Acero negativo de la losa As- = 8.884 cm /m

As > As- FALSE SE HARAN PASAR LAS BARRAS DE ACERO NEGATIVO DEL TRAMO INTERIOR

Tomamos As = 8.884 cm2

No es necesario calcular espaciamiento@ = Af*b/At



Usar acero 5/8" @ = 25.00 cm

Acero or distribución

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

Asp: Acero principal negativo Asp = 8.884 cm2

L : luz efectiva del volado (2*a), en m. L = 1.500 ma : porcentaje del acero principal positvo a = 89.853 =< 67 %

a = 67.000Asd = 5.952 cm2/m



@ = 21.283 cmUsar acero 1/2" @ = 25.00 cm

Se colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior)

Acero de temperatura y contracción

Siempre que no exista otro refuerzoAst >= 1/8 pulg2 /pieAst >= 2.646 cm2 /m

Como es enmallado, Ast = 2.646 cm2/m



El menor de los tres : @ = 26.931 cm3*t = 60.000 cm

45 cm 45.000 cmUsar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del tránsito (superior)

D.- DISEÑO DE VEREDAS

DISEÑO POR FLEXIONMETRADOS DE CARGASMomento or eso ro ioSección Medidas Medidas Carga(Tn) Distancia (m) Momento

1 0,55*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/m

7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 0.413 0.013 Tn-m/mVd = 0.284 MD = 0.086 Tn-m/m

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



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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 Lb/pulg2

Peatonal s/c = 0.360 Tn/m2

La sobrecarga tambien se afecta por el factor de via que es de 1.2Peatonal - Factor 1.2*s/c = 0.432 Tn/m2

Mpost = 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

ML = 1.214 Tn-m/m

VERIFICACION DEL PERALTEHallando los momentos por servicio Ms = MD + ML + MI

Ms = 1.300 Tn-m/mEl peralte mínimo es :d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2) d req. = 8.689 cm

considerando recubrimiento de 3 cm. y suponiendo el empleo de fierro de 1/2" (1,27 cm),el peralte será como máximo :

recubr. = 3.000 cmestribo = 1/2" = 1.270 cm

d = g - rec. - est./2 d asum. = 16.365 cmSe debe cumplir d asum. > d req. TRUE BIEN

DISEÑO POR SERVICIO

As = Ms/(fs*j*d) As = 5.349 cm2 /mverificando la cuantía mínimaAs mín = 14*b*d/fy As mín = 5.455 cm2 /m

As mín < As FALSE USAR CUANTIA MINIMATomamos As = 5.455 cm2/m




Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu +/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI) Mu = 2.232 Tn-m/mAs = M / (f*fy*(d-a/2)) a = As*fy/(0,85*f'c*b)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 = 1.666257 r1 = 0.111084w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = 0.033743 r2 = 0.002250

As 1 = 181.789 cm

As 2 = 3.681 cm

Usamos: As+/- = 3.681 cm a = 0.65 cm

As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.455 cm2 /m





Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

Acero por distribución

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

donde :Asp: Acero principal negativo Asp = 5.455 cm2

L : luz efectiva del volado (2*0,55), en m. L = 1.100 ma : porcentaje del acero principal positvo a = 104.926 =< 67 %

a = 67.000Asd = 3.655 cm2/m



@ = 19.496 cmUsar acero 3/8" @ = 20.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular al acero principal (inferior)

Acero de temperatura y contracciónSiempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8 pulg2 /pieAst >= 2.646 cm2 /m

Como es enmallado, Ast = 2.646 cm2/m



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El menor de los tres : @ = 26.931 cm3*g = 60.000 cm

45 cm 45.000 cmUsar acero 3/8" @ = 25.00 cmSe colocará en el sentido perpendicular y paralelo al sentido del t ránsito (superior)

Chequeo por cortanteVu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

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 =0,53*(f'c)1/2*b*d Vc = 14.513 Tn/m

fVc = 12.336 Tn/mfVc > Vu 12.336 > 0.658 TRUE BIEN

DISEÑO DE SARDINEL

Momento por sobrecargaAASHTO V = 500.000 Lb/pie H = g + n < 10"

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/mMu = 1,25*MD+1.75*(ML+MI) Mu = 0.333 Tn-m/m

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

As = M / (f*fy*(d-a/2)) a = As*fy/(0,85*f'c*b)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 = 1.696695 r1 = 0.113113w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = 0.003305 r2 = 0.000220

As 1 = 226.226 cm

As 2 = 0.441 cm

Usamos: As+/- = 0.441 cm a = 0.08 cm

verificando la cuantía mínimaAs mín = 14*b*d/fy As mín = 6.667 cm2 /m




@ = 19.002 cmUsar acero 1/2" @ = 19.00 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 vari llas de la vereda se está del lado de la seguridad.

Chequeo por cortanteVu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

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

Fuerza cortante que absorbe el concreto:Vc =0,53*(f'c)1/2*b*d Vc = 17.737 Tn/m

fVc = 15.077 Tn/mfVc > Vu 15.077 > 1.330 TRUE BIEN

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

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIOElemento Medidas (m) Medidas Cargalosa = 0,20*(0,75+0,50+1,60/2) t*(a+bw+S/2)*2,40 Tn/m 0.984 Tn/mviga = 0,80*0,50 f*bw*2,40 Tn/m3 0.672 Tn/masfalto = 0,05*3,60/2 e*A/2*2,00 Tn/m3 0.090 Tn/mvereda = 0,75*0,15 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.) = 0,75*0,40 Tn/m2 c*0,40 Tn/m2 0.260 Tn/m

wd = 2.425 Tn/m

Según BARET, cálculo de n :d1 = distancia entre eje delantero e intermedio ( 14' ) d1 = 4.300 m

d2 = distancia entre eje intermedio y posterior ( 14' - 30' ) d2 = 4.300 mn = distancia del centro de luz a la sección donde se produce el Momento Flector Máximo según Baretn = (4*d2-d1)/18 Si d1 = d2 = d = 14' n = 0.717 m X = 6.783333333 m

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : Centro de Luz X = 7.500 m Centro de luz X = L/2 = 7.500 m

Peso propio por cada viga diafragma (W1) = hd*ad*S/2*2,40 Tn/m3 W1 = 0.228 Tn

Por Baret A X m de la izq.Momento por viga diafragma (Mvd) : Mvd Mvd (Tn-m) d2 = 14', L > d2 = 30', L > Mvd (Tn-m)

Si son 3 vigas diafragmas W1*(L-2*n)/4 = 0.773 0.855

Si son 4 vigas diafragmas W1*(L/3) = 1.140 L >= 6*n 4.267 10.770 1.140Si son 5 vigas diafragmas W1*(L-n)/2 = 1.628 L >= 4*n 2.845 7.180 1.710Si son 6 vigas diafragmas W1*(3L/5) = 2.052 L >= 10*n 7.112 17.949 2.052Si son 7 vigas diafragmas W1*(3*L-2*n)/4 = 2.483 L >= 6*n 4.267 10.770



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Momento por peso propiode viga diafragma (Mvd) :Usamos Momento por diafragma

Por Baret : Mvd = 1.628 Tn-mEn centro de Luz Mvd = 1.710 Tn-m CL

Momento por peso propio (Mpp) : Mpp = wd*(L/2-n)*(L/2+n)/2 Mpp = wd*(L-X)*X/2 P 4P R 4PPor Baret : Mpp = 67.586 Tn-m d1 n n d2-2*n

En centro de Luz M = 68.209 Tn-mA C

Momento Total Carga Muerta (MD) = Mpp + Mvd BPor Baret : MD = 69.215 Tn-mEn centro de Luz MD = 69.919 Tn-m

2.0 MOMENTO POR SOBRECARGA

2.1.- SOBRECARGA HL - 93 +CARGA DISTRIBUIDA

Ms/c = P/L*[9*L2 /4-(d1 /2+2*d2)*L+(4*n*d2-n*d1-9*n2)] B = (L/2-n)*(L/2+n)/LMs/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

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

Por Baret : M s/c = 43.120 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 42.550 Tn-m

Cálculo del coeficiente de concentración de cargas : X2 = 2' = 0.610 mCCC =1+(A-10')/(bw+S)) CCC = 1.245

Por Baret : M s/c = 53.699 Tn-mEn centro de Luz M s/c = 52.989 Tn-m

Momento por CARGA DISTRIBUIDAM= Wl2/8 M = 28.125

M = 81.8242.2.- SOBRECARGA EQUIVALENTE

M eq = (L/2-n)*(L/2+n)*(PM /L+W/2)

M eq = (L-X)*X*(PM /L+W/2)

PM = 18,000 Lb PM = 8.165 TnW = 645 Lb/pie W = 0.960 Tn/mPor Baret : M eq = 57.089 Tn-mEn centro de Luz M eq = 57.615 Tn-m

Por viga = M eq/2Por Baret : M eq = 28.544 Tn-mEn centro de Luz M eq = 28.807 Tn-m

2.3- CARGAS POR EJE TANDEM 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 = 11.200 Tn

dT = 4' dT = 1.200 mPor Baret : M et = 77.155 Tn-mEn centro de Luz M et = 77.280 Tn-m

Por viga = M eq/2Por Baret : M eq = 38.578 Tn-mEn centro de Luz M eq = 38.640 Tn-m

M = 66.765TOMANDO EL MAYOR MOMENTO ( Ml )

Por Baret : ML = 81.824 Tn-m

En centro de Luz ML = 52.989 Tn-m

3.0 MOMENTO POR IMPACTOI = 15,24/(L+38,1) <= 0,30 I = 0.287

I = < 0.300Tomamos ==> I = 0.300

Momento de impactoPor Baret : MI = 24.547 Tn-mEn centro de Luz MI = 15.897 Tn-m

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

b =< L/4 b = 3.750 m(b - bw)/2 =< 8 t b = 3.550 m(b - bw)/2 =< S/2 b = 2.250 mTomamos : b = 2.250 m

Asumiremos para efectos de diseño d = 90.00 cm TRUE BIEN

E2-DISEÑO POR ROTURA

Por Baret : Mu = 272.668 Tn-mEn centro de Luz Mu = 239.449 Tn-m

Tomando el mayor Momento ( Mu ) : Mu = 272.668 Tn-m

Area de aceroAs = M / (f*fy*(d-a/2)) a = As*fy/(0,85*f'c*b)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 = 1.638398 r1 = 0.109227w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = 0.061602 r2 = 0.004107

As 1 = 2,211.837 cm b debe ser mayor a:

As 2 = 83.163 cm 42.03510094

Usamos: As = 83.163 cm2 a = 6.52 cm

Mu = 0.95*(1,25*MD+1.5*Mw+1.75*(ML+MI))

L/2 L/2

L/2+L/2-n



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Distribución del AceroSi consideramos acero 1" Af = 5.07 cm fbarra = 2.50 cm# barras = As / Af # barras = 16.412 barras

Usaremos : 17.000 barras# barras = 6 barras en 3 capas

As = 86.140 cm2

La distancia entre barras paralelas será no menor que: 1,5 fbarra = 3.75 cm1,5 T.M.agregado = 3.75 cm

distancia entre barras = eh = 3.75 cmrecubrimiento lateral = rec = (1.50") = 3.75 cmfestribo = 3/8 0.95 cmAncho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

Ancho mínimo de la viga b = 43.155 cm

FALSE RECALCULAR

E3-VERIFICACIONES

1.00 Verificación del peralte Ms = MD + ML + MI

Por Baret : Ms = 175.586 Tn-mEn X : Ms = 138.805 Tn-m

Tomando el mayor Mom ( Ms ) Ms = 175.586 Tn-md = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2) d = 67.319 cm

H = 100.00 cmd < H - 13 cm = 87.00 cm TRUE BIEN

2.00 Verificando la cuantíaCálculo de la cuantía balanceada rb = (0,85*f'c*b1 /fy)*(0,003Es/(0,003*Es+fy) b1 = 0.85

rb = 0.02833Siendo : rmáx = 0,75*rb = 0.02125 rmín = 0,7*f'c^1/2 /fy= 0.00279la cuantía de la vi a es r = As/(b*d)

r = 0.00425 r > rmín TRUE BIENr < rmáx TRUE BIEN

3.00 Para no verificar deflexiones rmáx = 0,18f'c/fy = 0.01200r < rmáx TRUE BIEN

4.00 Verificando el eje neutro a < ta = As*fy/(0,85*f'c*b) a = 6.756 cm

t = 20.000 cma < t TRUE BIEN

5.00 Verificación por Fatiga en ServicioMf = 0.75 *( ML + MI )

Mf = 79.78 Tn-mfsmáx = Ma/(As*j*d) fsmáx = 1,164.009 Kg/cm

Momento mínimo por servicio Mmín = MD

Mmín = 69.919 Tn-mfsmín = Mmín/(As*j*d) fsmín = 1,020.157 Kg/cm

Rango de esfuerzos actuantes Df = fsmáx - fsmín

Df = 143.852 Kg/cm2

Rango de esfuerzos admisibles ff = 1470 - 0,33 fsmín + 551,2 (r/h) se puede asumir r/h = 0.3

ff = 1,298.708 Kg/cm

Se debe cumplir que : ff > Df TRUE BIEN

6.00 Verificación por AgrietamientoEsfuerzo máximo admisible fsmáx = Z/(dc*A)(1/3)

Exposición moderado Z = 30,000.00 Kg/cm2

Usamos : Exposición severa Z = 23,000.00 Kg/cm2

recubrimiento = 5.08 cm espac. vertic (ev) 3.81 cm.dc = 7.28 cm dX = 12.00 cm < 10.00 cm

FALSE Disminuir dUsamos : X = 12.000 cm Centroide del refuerzo

A = 2*X*b/#barras A = 49.412 X dcfsmáx = 3,233.634 Kg/cm2

12.00 bfsact = 1,164.009 Kg/cm2

0.350fsact < fsmáx TRUE BIEN

7.00 Verificación por Corte

Si se realiza el cálculo a la distancia X del apoyo izquierdo : X = 7.500 m Centro de luz X = L/2

POR PESO PROPIOVdpp = wd*(L-2*X)/2 Vdpp = 0.000 TnVdvd = W1*(# diafragmas/2-[# diafragmas/2]+1) Vdvd = 0.342 TnVD = Vdpp + Vdvd VD = 0.342 TnPOR SOBRECARGA HL - 93VL = (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

Si X = 0,00 => Ccc1 = 1,00 si no Ccc1 = Ccc Ccc1 = 1.245VL S/C = 12.810 Tn

POR SOBRECARGA EQUIVALENTEVL eq = PV*(L-X)/L+W*(L-2*X)/2 Si X < L/2

PV = 26,000 Lb PV = 11.794 TnW = 645 Lb/pie W = 0.960 Tn/m

VL eq = 5.897 Tn

Por viga = VL eq/2 VL eq = 2.948 TnPOR SOBRECARGA EJE TANDEMVL 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 = 10.304 Tn

Por viga = VL et/2 VL et = 5.152 Tn

TOMANDO EL MAYOR CORTANTE ( Vl ) VL = 12.810 Tn



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POR IMPACTOVI = I*VL VI = 3.843 TnDISEÑO POR ROTURAVu = 1,3*(VD+(5/3)*(VL+VI)) Vu = 36.525 TnEsfuerzo cortante último

uu = Vu/(b*d) uu = 11.595 Kg/cm2

Esfuerzo cortante resistente de concretouc =(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/ | r = 0.00425 uc =0,53(f"c)^1/2

175*r*Vu*d/Mu < 1,00 Vu*d/Mu = 0.121 USAR = 0.121

para esfuerzo de corte f = 0.85 uc = 8.869 Kg/cm2

uc = 8.456 Kg/cm2 fuc = 7.538 Kg/cm2

fuc = 7.188 Kg/cm2 fuc = 7.188 Kg/cm2

uu < fuc FALSE SI NECESITA ESTRIBOSUsando estribos de f = 1/2" Av = 2.534 cm2

S = Av*fy/((uu-fuc)*b) S = 68.982 cm 0.000S < d / 2 = 45.00 cm

Si Vu > 0,5 f Vc , Avmín = 3,5*bw*S/fy Vu>0,5fVc Smáx = 86.86 cm

Colocar estribo de 3/8" 5 @ 0.107 @ 0.2010 @ 0.30

Resto @ 0.40

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

ASL = 10% Aspp ASL = 8.614 cm2

El espaciamiento entre barras :El menor de : 30 cm = 30.00 cm

bw = 35.00 cmUsamos S = 30.000 cmNumero de f ierros será: # f ierros = (H - 15)/S

# fierros = 2.883

Usamos # fierr. = 2.00 unidades por ladoAs = 2.154 cm2 / barra

lo cual es aproximadamente una varilla de f = 5/8"Af = 1.979 cm2

F.- DISEÑO DE VIGA DIAFRAGMA

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIO

Según datos las dimensiones son :

Ancho vigas diafragmas (ad)= 0.200

Peralte vigas diafragmas (hd)= 0.500Separacion de vigas entre ejes ( S + bw ) 2.250

Metrado de Cargas Peso Propio :

Elemento Medidas (m) Medidas Carga

Viga diafragma 0.20 * 0.45 * 2400 kg/m3 (ad * hd)*2,40 Tn/m3 0.240 Tn/m

W pp 0.240 Tn/m

Momento Peso Propio : w * l 2

8Mpp = 0.152 Tn - m

Mpp = 0.152 Ton - m

2.2502.0 MOMENTO POR SOBRECARGA E IMPACTO ( S/C ) + I impacto

M s/c = P * b = 6.49 Ton - mP = 11.5440474 (s/c + Impacto)

M s/c = 6.49 Ton - m 16,000 Klb+0.3%

1.13 1.13

0.56 ´=b

Momento total = M = M + M s/c 1.125 1.125

M = 6.645 Ton - m

L/2 L/2



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3.0 DISEÑO POR SERVICIOM = 6.645 Ton - m

fy = 4200 Kg/cm2f'c = 280 Kg/cm2fc = 0,4*f'c 112 Kg/cm2fs = 0,4*fy 1680 Kg/cm2r = fs / fc 15Es = 2000000 Kg/cm2Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = 250998.008 Kg/cm2n = Es/Ec >= 6 7.968190729Usar n = 8k = n / (n + r) 0.347826087

j = 1 - k / 3 0.884057971fc*j*k = 34.43982357

VERIFICACION DEL PERALTE

Hallando los momentos por servicio Ms = MD + ML + MI

Ms = 6.645 Tn-m/mEl peralte mínimo es :d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2) d req. = 19.645 cm

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

recubr. = 2.540 cmestribo = 3/8 0.953 cm

d = t - rec. - est./2 d asum. = 48.254 cmSe debe cumplir d asum. > d req. TRUE BIEN

DISEÑO POR SERVICIO

As = Ms/(fs*j*d) As = 9.273 cm2 /m

verificando la cuantía mínimaAs mín = 14*b*d/fy As mín = 3.217 cm2 /m

As mín < As TRUE BIENTomamos As = 9.273 cm2/m


Usar acero 5/8" 4.68 barras

Entonces se tiene que se usara acero de 5/8" 5 barras de acero de 5/8"

4.0 DISEÑO POR ROTURA

1.0 Acero Principal1.1 Acero positivo y negativoM+/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI) M+/- = 11.554 Tn-mAs = M / (f*fy*(d-a/2)) a = As*fy/(0,85*f'c*b) 30420Mu = f*f'c*b*d2*w*(1+w /1,70) w = r*fy/f'c r = As/(b*d) 0.37979998w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = 1.595072 r1 = 0.106338w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = 0.104928 r2 = 0.006995

As 1 = 102.624 cm

As 2 = 6.751 cm

Usamos: As+/- = 6.751 cm a = 1.19 cmverificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 3.217 cm

2

/mAs mín < As TRUE BIENTomamos As+/- = 6.751 cm2/m


Usar acero 5/8" 3.41 barrasEntonces se tiene que se usara acero de 5/8" 4 barras de acero de 5/8"Distribución del AceroSi consideramos acero 5/8" Af = 1.979 cm fbarra = 1.59 cm# barras = As / Af # barras = 3.411 barras

Usaremos : 4.000# barras = 4 barras en 1 capas

As = 7.917 cm2

La distancia entre barras paralelas será no menor que: 1,5 fbarra = 2.38 cm1,5 T.M.agregado 2.38 cm

distancia entre barras = eh = 2.38 cmrecubrimiento lateral = rec = (2") = 4.78 cmfestribo = 3/8 0.95 cmAncho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarraAncho mínimo de la viga b = 24.94915 cm

FALSE RECALCULARUsar acero 5/8" 2 barras de f 5/8"

Usar acero 1/2" 2 barras de f 1/2"

Usar Estribo de 3/8" @ 0.15d0.500 Usar acero 5/8" 4 barras de f 5/8"

X dcb

0.200



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PROYECTO : PUENTE CARROZABLE MARGOSEXPEDIENTE : 10-2000-0245UBICACIÓN : CASERIO MICAELA BASTIDASEVALUADOR : ING. LUIS ALBERTO CALDAS ALVARADO

ZONAL : HUANUCO

DATOSALTURA DE ZAPATA CIMENTACION (m) d = 1.00TIPO DE TERRENO (Kg/cm2) d = 2.50ANCHO DE PUENTE (m) A = 4.50LUZ DEL PUENTE (m) L = 14.40ALTURA DEL ESTRIBO (m) H = 6.00ANGULO DE FRICCION INTERNA (grado) f = 35.00ALTURA EQUIV, DE SOBRE CARGA (m) h' = 0.60PESO ESPECIF, RELLENO (Tn/m3) g1 = 1.60PESO ESPECIF, CONCRETO (Tn/m3) g2 = 2.30

M = 1.00N = 0.80

E = 1.50G = 1.20a = 1.025b = 0.60c = 0.60B = 4.50

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

A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A

1-Empuje de terreno,h= 1.03h'= 0.60C= TAN 2(45-f/2) 0.27

E= 0,5*W*h (h+2h")*C 0.494 TN

Ev=E*Sen (o/2)= 0.149Eh=E*Cos (o/2)= 0.472

Punto de aplicación de empuje EaDh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 0.43

Fuerzas verticales actuantes

Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 1.4145 0.3 0.42435Ev 0.149 0.60 0.08920591Total 1.56317652 0.51355591

Xv=Mt/Pi 0.329 mZ=Eh*Dh/Pi 0.131 me=b/2-(Xv-Z) 0.102 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,

P =Fv(1+6e/b)/(ab) 5.27 <d CONFORME

Chequeo al volteo

FSV=Mi/(Eh*Dh) 2.51 >2 CONFORME

Chequeo al Deslizamiento

FSD=Pi*f/Eh 2.32 >2 CONFORME

B- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B

1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,a-Empuje terreno:H= 6.00h'= 0.60C= 0.27E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 9.3654676 TnEv=E*Sen (o/2)= 2.816 TnEh=E*Cos (o/2)= 8.932 Tn

Punto de aplicación de empuje EaDh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 2.17 m

DISEÑO DE ESTRIBOS PUENTE MICAELA BASTIDAS




Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 8.280 2.4 19.872P2 6.866 1.8 12.358P3 8.582 1.00 8.582Ev 2.816 2.17 6.102Total 26.544 46.914

Xv=Mt/Pi 1.77 mZ=Eh*Dh/Pi 0.73 me=b/2-(Xv-Z) 0.31 m

Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,


Chequeo al volteo




2-Estado :Estribo con puente y relleno sobrecargado,Peso propio 40.36Reacción del puente debido a peso propio,R1= 8.97 tn/m P= 3.629 T

Rodadura -fuerza HorizontalR2=5% de s/c equivalente, 0.262 Tn/M

Reaccion por sobrecargaR3= 6.50 Tn


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)

R1 8.969 1.8 16.144R3 6.496 1.80 11.693P vertical tot, 26.544 1.77 46.914Total 42.009 74.751

Xv=Mt/Pi 1.779 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 8.932 2.17 19.353R2 0.262 7.80 2.042Total 9.194 21.395

Yh=Mi/Pi 2.327Z= 0.509e= 0.080

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= 4.5H= 7.00h'= 0.60C= 0.27E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 12.4439315Ev=E*Sen (o/2)= 3.742Eh=E*Cos (o/2)= 11.868

Punto de aplicación de empuje EaDh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 2.50




Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 8.280 3.4 28.152P2 6.866 2.8 19.223P3 8.582 2.00 17.164P4 10.350 2.25 23.288P5 4.800 4.10 19.680Ev 3.742 4.50 16.839Total 42.619 124.346

Xv=Mt/Pi 2.918 mZ=Eh*Dh/Pi 0.697 me=b/2-(Xv-Z) 0.030 m >b/6 b/6= 0.75

e<b/6, CONFORMEVERIFICACIONES



Chequeo al volteo




2-ESTADO:Estribo con puente y relleno sobrecargado,


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 8.969 2.8 25.113R3 6.496 2.80 18.190P vertical tot, 42.619 2.92 124.346Total 58.084 167.648

Xv=Mt/Pi 2.886 m

FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS

Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 11.868 2.50 29.718R2 0.262 8.80 2.304Total 12.130 32.022

Yh=Mi/Pi 2.64Z= 0.55e= -0.08 <b/6 CONFORME

VERIFICACIONES



Chequeo al volteo






FONCODES

HOJA DE METRADOS

PROYECTO : PUENTE CARROZABLE MARGOSEXPEDIENTE : 10-2000-0245UBICACIÓN : CASERIO MICAELA BASTIDASEVALUADOR : ING. LUIS ALBERTO CALDAS ALVARADO

PRESUPUESTO : PUENTE VIGA-LOSA Y ESTRIBOS

PARTIDA Nº DESCRIPCION Nº LARGO ANCHO ALTO PARCIAL TOTAL UND

01.00 TRABAJOS PRELIMINARES1 Limpieza del terreno 1 20.00 10.00 200.00 200.00 m2

2 Trazo y replanteo Preliminar 1 20.00 10.00 200.00 200.00 m2

02.00 MOVIMIENTO DE TIERRAS - ESTRIBOS1 Excavacion Masiva con maquinaria en conglomerado 2 8.00 5.00 7.00 560.00 560.00 m3

03.00 OBRAS DE CONCRETO SIMPLE - ESTRIBOS1 CONCRETO 175 Kg/cm2 + 30% PG Central 1 5.00 4.50 1.00 22.50

1 5.00 0.75 4.98 18.661 5.00 1.20 4.98 29.851 5.00 0.60 1.03 3.08

Laterales Longitud Ext 5.00 Area Exter 16.20Longitud Int 4.50 Area Inter 6.85

Longitud Med 4.75 Area Med. 11.53Total de 02 Alas de un estribo 109.49 367.14 m3

04.00 OBRAS DE CONCRETO ARMADO - PUENTE VIGA - LOSA1 CONCRETO F´C = 210 KG / CM2 Losa 1 15.60 4.10 0.20 12.79

2 15.60 0.20 0.05 0.312 15.60 0.03 0.25 0.202 15.60 0.45 0.20 2.81

Vigas Princ 2 15.60 0.35 0.80 8.74Vigas Diafrag 3 1.90 0.20 0.50 0.57 25.41 m3

2 ENCOFRADO Y DESENCOFRADO. LOSA -VIGALosa inf 1 15.60 3.40 53.04

Sardinel Int 2 15.60 0.25 7.80

Sardinel Ext 2 15.60 0.25 7.80vereda losa 2 15.60 0.45 14.04

Vereda lateral 2 15.60 0.20 6.24Viga princ-lado 4 15.60 0.80 49.92Viga princ-bas 2 15.60 0.35 10.92 149.76 m2

3 ACERO FY=4200 KG / CM2 - LOSA - VIGA 1 1 1.00 5552.39 5552.39 5552.39 kg

05.00 REVOQUES Y ENLUCIDOS1 Tarrajeo e=2 cm 1 1.00 149.76 149.76 149.76 m2

06.00 VARIOS1 Tuberia PVC SAL 3", drenaje losa 10 1.50 15.00 15.00 ml

2 Apoyos de Neopreno 2 1.00 2.00 2.00 Und3 Junta Asfaltica e=4 cm 2 4.10 8.20 8.20 ml3 Junta de dilatacion Water Stop 2 5.00 10.00 10.00 ml4 Tuberia PvVC SAL 3", drenaje estribos 20 1.50 30.00 30.00 ml5 Baranda de Fierro Galvanizado 2 1/2" 2 15.00 30.00 30.00 ml6 Pintura en baranda con esmalte en barandas y columnetas 6 16.10 96.60 96.60 ml

07.00 FALSO PUENTEFalso Puente 1 15.60 5.00 78.00 78.00 m2

08.00 ENSAYOS DE RESISTENCIA A LA COMPRESION DEL CONCRETO1 Ensayo de resistencia a la compresion del concreto

losa 4 1.00 1.00 4.00

vigas 4 1.00 1.00 4.00Estribos 2 3.00 1.00 6.00 14.00 Und

09.00 DISEÑO DE MEZCLAS1 Diseño de mezclas 1 1.00 1.00 1.00 1.00 Und



FONCODES

HOJA DE METRADO ACERO

PROYECTO : PUENTE CARROZABLE MARGOSEXPEDIENTE : 10-2000-0245UBICACI N : CASERIO MICAELA BASTIDASEVALUADOR : ING. LUIS ALBERTO CALDAS ALVARADOZONAL : HUANUCO

PRESUPUESTO PUENTE VIGA-LOSA LUZ EFEC.(L) = 15.00 M

CANT DE Nº DE LONGITUD DE LONGITUD POR METRO LINEAL

DESCRIPCION ELEMENTO DIAMETRO VECES ELEMENTOS ELEMENTO 1" 5/8" 1/2"

2.54 0.625 0.5

LOSA

As+ positivo 3.85 5/8 2 63.4 4.15 526.22

As+ negativo

As distribucion 15.60 1/2 1 17.00 15.90 270.30

inferior

As temperatura 15.60 3/8 1 17.00 15.90

longitudinal-superior

VEREDA

As superior 0.50 5/8 2 53 1.60 169.60

As inferior 15.60 1/2 1 76 15.90 1208.40

distribucion º

As Superior 15.60 3/8 1 76 15.90

temperatura+contracc º

VIGA PRINCIPAL

As+ negativo 15.60 1 1 17 17.40 295.80

As+ positivo 15.60 5/8 1 2 17.40 34.80

As lateral 15.60 5/8 1 2 17.40 34.80

Estribo

0.90 3/8 1 59 2.44

0.25

VIGA DIAFRAGMA

As+ negativo 2.60 5/8 3 4 3.50 42.00

As+ positivo 2.60 5/8 3 2 3.50 21.00

As lateral 2.60 1/2 3 2 3.50 21.00

Estribo

0.50 3/8 3 18 1.54

0.20

PESO EN KILOS POR METRO LINEAL 4.04 2.26 1.02

LONGITUD TOTAL POR DIAMETRO EN METROS LINEALES 295.80 828.42 1499.70

TOTAL EN KILOS POR METRO LINEAL 1,195.03 1,872.23 1,529.69

TOTAL DE KILOS PARA EL PUENTE LOSA 5,552.39

,15

,15

,15

,15

,15 ,15

,55

,55

,15 ,15

,15 ,15

,90 .90

,90 .90

,90 .90

,45 .45

,45 .45

,45 .45



3/8"0.375

270.30

1208.40

142.74

84.70

0.56

1706.14

955.44

Kilos



DIMENSIONES DEL PUENTE LOSA DIMENSIONES DEL ESTRIBO

Ancho del Puente Losa 3.60 mts Ancho del Puente Losa + Sardinel 4.10 mts Longitud exterior de las alas 5.00 mtsLuz del Puente 14.40 mts Ancho Total de la Base 4.50 mts Longitud interior de las alas 4.50 mtsAncho del sardinel 0.25 mts Peralte de la base 1.00 mts Ancho menor de la Base de las alas 1.00 mtsAncho de la cajuela 0.60 mts Ancho de la pantalla en la base 2.70 mts Ancho de la pantalla en la base 2.70 mtsAlto de la Viga Sardinel 0.62 mts Alto de la pantalla 6.00 mts Alto de la pantalla 3.00 mtsLongitud Total del Puente 14.40 mts Ancho de la cajuela 0.60 mts Ancho de la pantalla en la cima 0.60 mts

Espesor del Puente Losa 0.37 mts Alto de la cajuela 1.03 mts

Ancho de la pantalla en la cima 1.20 mts

Area del ala en la seccion interior o mayor Area del ala en la seccion exterior o menor

Area = 16.20 m2 Area = 6.85 m2

SECCION TIPICA DE PUENTE LOSA

0.25 3.60 0.25

0.250.62

0.37

4.10



PROYECTO : PUENTE MICAELA BASTIDAS

EXPEDIENTE N°: 10-2000-0245

UBICACIÓN : MICAELA BASTIDAS- DISTRITO HERMILIO VALDIZAN

EVALUADOR : ING°LUIS ALBERTO CALDAS ALVARADO

OBRA : ESTRIBOS - ALAS

DATOS :

M= 1.00 e= 0.60E= 1.50 i= 1.20N= 0.80 n= 0.60C= 0.60 g= 0.60K= 0.60 m= 0.60L'= 1.03 h= 3.00

I= 4.98 a= 4.50

F= 0.01 d= 5.00D= 1.00 f= 5.15A= 4.50 b= 2.40H= 6.00 B= 4.50J= 0.50 G= 1.20

A

A

B

B C

C

N

K

C

E

M

J A J

a

d

f

n

e

g

m

N.A. N.A. N.A.

e

h-F

F

D

hi

n e g m

b

F

G

D

H-FH

L'

CK

I I

H-FH

F

D

N G E M

B

N G E M

B



RTIDA Nº DESCRIPCION Nº LARGO ANCHO ALTO PARCIAL TOTAL UND

01.00 TRABAJOS PRELIMINARES

1 Limpieza del terreno 1 17.80 6.50 115.70 115.70 m2

2 Trazo y replanteo Preliminar 1 17.80 6.50 115.70 115.70 m2

02.00 MOVIMIENTO DE TIERRAS - ESTRIBOS

1 Excavacion Masiva bajo agua

ESTRIBOS :

ZAPATAS 2 1.00 4.50 5.50 49.50

PANTALLA 2 7.68 0.01 5.50 0.42

2 0.80 0.01 5.50 0.09

ALAS :

ZAPATAS 4 6.90 9.50 0.25 65.55PANTALLA 4 0.01 10.08 2.38 0.48

4 5.00 1.40 2.25 63.00 179.04 m3

2 Excavacion Masiva en suelo seco

ESTRIBOS :

PANTALLA 2 6.18 3.00 5.50 203.44

-2 0.60 4.50 1.03 -5.54

2 0.80 5.99 5.50 52.71

ALAS :

PANTALLA 4 21.19 9.50 0.25 201.26

4 6.59 4.50 0.50 59.27 511.15 m3

3 Relleno con material propio

ESTRIBOS : 2 5.50 0.80 6.00 52.80

ALAS : 4 6.60 4.50 0.50 59.40 112.20 m3

4 Eliminacion de material exedente

1 577.98 577.98 577.98 m3

03.00 OBRAS DE CONCRETO SIMPLE - ESTRIBOS

1 Solado para cimenteciones 1:8, E=4"

ESTRIBOS : 2 4.50 5.50 49.50

ALAS : 4 6.90 2.38 65.55 115.05 m2

2 CONCRETO 175 Kg/cm2 + 30% PG

ESTRIBOS : 1 247.82 247.82

ALAS : 1 267.29 267.29 515.11 m3

04.00 OBRAS DE CONCRETO ARMADO - PUENTE VIGA - LOSA

1 CONCRETO F´C = Losa 1 15 4.1 0.2 12.3

2 15 0.2 0.05 0.3

2 15 0.025 0.25 0.1875

2 15 0.45 0.2 2.7

Vigas Princ 2 15 0.5 0.8 12

Vigas Diafrag 3 1.6 0.25 0.5 0.6 28.0875 m3

2 ENCOFRADO Y DESENCOFRADO. LOSA -VIGA

Losa inf 1 15 3.1 46.5

Sardinel Int 2 15 0.25 7.5

Sardinel Ext 2 15 0.25 7.5

vereda losa 2 15 0.55 16.5

Vereda lateral 2 15 0.2 6

Viga princ-lados 4 15 0.8 48

Viga princ-base 2 15 0.5 15 147 m2

3 ACERO FY=4200 1 1 1 5097.2328 5097.2328 5097.233 kg

05.00 REVOQUES Y ENLUCIDOS

1 Tarrajeo e=2 cm 1 1 147 147 147 m2

06.00 VARIOS

1 Tuberia PVC SAL 3", drenaje losa 10 1.5 15 15 ml

2 Apoyos de Neopreno 2 1 2 2 Und

3 Junta Asfaltica e=4 cm 2 4.1 8.2 8.2 ml

3 Junta de dilatacion Water Stop 2 5 10 10 ml

4 Tuberia PvVC SAL 3", drenaje estribos 20 1.5 30 30 ml

5 Baranda de Fierro Galvanizado 2 1/2" 2 15 30 30 ml

6 Pintura en baranda con esmalte en bara 6 15.5 93 93 ml

07.00 FALSO PUENTEFalso Puente 1 15 5 75 75 m2

08.00 ENSAYOS DE RESISTENCIA A LA COMPRESION DEL CONCRETO

1 Ensayo de resistencia a la compresion del concreto

losa 4 1 1 4

vigas 4 1 1 4

Estribos 2 3 1 6 14 Und

09.00 DISEÑO DE MEZCLAS

1 Diseño de mezclas 1 1 1 1 1 Und

PUENTE-LOSA

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