DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA (UNA VIA) EXPEDIENTE No : PROYECTO : PUENTE CARROZABLE PALACIOS SAN LORENZO A- PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyado LUZ DEL PUENTE L = 23.00 m PERALTE VIGA H = 1.50 m 1.53 ESPESOR LOSA E = 0.20 m B-DISEÑO DE VIGAS AREA DE INFLUENCIA DE VIGA Metrado de cargas U (mts) Ancho de via (A)= 3.60 Ancho vereda (c)= 0.60 Ancho de viga (b)= 0.45 (f)= 1.30 espesor de losa (E)= 0.20 (g)= 0.15 (m)= 0.90 separcion vigas (S)= 1.80 (a)= 0.70 Viga diafragama :ancho (n)= 0.25 peralte (p)= 1.30 espesor de asfalto (t)= 0.00 Peso losa = E*(S/2*+b+a)*2,4 T/M3 0.984 Peso viga = f*b*2,4 T/M3 1.404 Peso vereda = g*c*2,4 T/M3 0.216 Peso asfalto = t*A/2*2 T/M3 0 Peso baranda= 0.150 Wd 2.754 Tn/M 1-MOMENTO POR PESO PROPIO NUMERO DE DIAFRAGMAS (sólo para 4 ó 5 vigas) 4 6 Peso propio Diafragma (W1) = n*p*S/2*2,4 = 0.702 Momento total (Md) = W1*(2*L/6)+Wd*L²/8 = 187.490 Tn-M 2-MOMENTO POR SOBRECARGA Sobrecarga HS-20 por viga Ms/c = 0,5P(9*L/4-10,675)/1000 74.531 Tn-M P = 3629 Tn Cc = 1+(A-3)/(S+b) 1.27 M S/C =M*Cc M S/C 94.654 Tn-M 3-MOMENTO POR SOBRECARGA EQUIVALENTE por viga M eq= (8,165*L/4+0,952*L*L/8)/2 54.950 Tn-M 4-CARGAS POR EJE TAMDEN M =(L-1,2)*6/2 65.400 Tn-M TOMANDO EL MAYOR MOMENTO ( ML ) 94.654 Tn-M 5-MOMENTO POR IMPACTO I = 15,24/(L+38) 0.25 I < 0.3 Id = 0.25 Momento de impacto (Mi) 23.664 Tn-M B1- DISEÑO POR SERVICIO Verificacion del peralte M=Md+Ml+Mi 305.808 Tn-M fy = ? 4200 F´c = ? 210 d=raiz(2*M*100000/(F"c*k*j*b)) Fc=0,4*F´c 84 fy=0,4*fy 1680 d= 104.38 r=fy/Fc 20 d<H ¡ BIEN ! n=2100000/(15000*(raiz(F´c)) 9.661 k=n/(n+r) 0.326 b=L/4 5.75 J=1-k/3 0.8913 b=16*E+0,5 3.7 H (cms) = ? 150.00 b=0,5+S 2.3 b=min valor 2.3 B2-DISEÑO POR ROTURA Mu =1,3*(Md+1,67*(Ml+Mi) Mu= 500.605 Tn-M Area de acero g
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DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA(UNA VIA)
EXPEDIENTE No :
PROYECTO : PUENTE CARROZABLE PALACIOS SAN LORENZO
A- PREDIMENSIONAMIENTO Puente simplemente apoyadoLUZ DEL PUENTE L = 23.00 m PERALTE VIGA H = 1.50 m 1.53ESPESOR LOSA E = 0.20 m
B-DISEÑO DE VIGAS AREA DE INFLUENCIA DE VIGA
Metrado de cargas U (mts)Ancho de via (A)= 3.60Ancho vereda (c)= 0.60Ancho de viga (b)= 0.45
VERIFICANDO CUANTIA Pb =(0.85*F'c*B1/Fy)*(0.003*Es/(0.003*Es+Fy)) = 0.021675 Es = 2100000 B1 = 0.85 Cuantía máxima Pmax = 0.75*Pb = 0.01626 Cuantía de la viga Pviga = As/(d*b) = 0.00381 < Pmax VERDADERO Para no verificar deflexiones Pmax = 0,18*f´c/fy = 0.009 > Pviga 1 Verificando el eje neutro a = As*fy/(0.85*f´c*b)= 12.55 < E ES CORRECTO EL DISEÑO DE LA VIGA COMO RECTANGULAR E = 20.00
Acero en el lecho superior de la viga As = 14*b*d/fy (para vigas en flexión simple)= 21.00 cm2
VARILLA No 8 Ø = 1'' # varillas = 4
20.27 cm2 -0.73 < +- 0.50B3-VERIFICACION POR AGRIETAMIENTO
tb = 5.5 cm
Z = 23000 Kg/cm2 para condiciones severas de exposición A = 2*b*Xc/N de barras = 37.50
Xc = centroide de refuerzo FsMax = 23000/(tb*A)^{1/3) 3892.81 Fs = Mu /(As*j*d) 1997.02 Fs < FsMax ¡ BIEN !
B4-VERIFICACION POR CORTE
POR PESO PROPIO Vd = Wd*L/2+(1+2/3+1/3)*W1 33.08 Tn
POR SOBRECARGA HS 20 VI = (9-25.62/L)*P*Cc 18.17 Tn
POR IMPACTO 4.54 Tn
DISEÑO POR ROTURA
Vu = 1,3(Vd+1,67*(Vl+Vi)) 92.31 Tn
Esfuerzo cortante nominalV"u=Vu/0,85*(b*d) 3.37 c ms
Esfuerzo cortante resistente de concretoVc=0,85*(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/Mu) 6.99 kg/cm 2r= 0.021675
COMO Vc>V¨u TEORICAMENTE NO NECESITA REFUERZO EN EL ALMA, SE COLOCARA ACERO MINIMO
Se usará acero transversal mínimo requerido por sismoLongitud de confinamiento = 2*d = 2.80 m (en ambos lados de las caras de las columnas)Usando estribos,
VARILLA No = 3 Ø = 3/8''
Separacion de estribos en zona de confinamiento:
Smax = 0.35 mSmax = 0.15 m 0.05Smax = 0.30 m
El primer estribo se tomara a : S = 0.05 m (de cada cara de la columna)El resto de zona de confinam. S = 0.15 mSeparación en resto de la viga:Av=2*Ab = 1.43 cm2S=Av*Fy/(Vu-Vc)*b = 0.37 mS=d/2 = 0.70 mSmáx = 0.60 m
Ascoloc = As =
Xc tb
S adoptado = 0.35 m
0.75 0.75
2.80 16.65 2.80
22.25
estribos:zona de no confinamiento = 16.65
resto = 0.35
Distribución en zona de confinamiento = 2.80 Distribución en zona de confinamiento = 2.801 a 0.05 m 1 a 0.05 m
18 0.15 m de separación 18 0.15 m de separación
ACERO LATERAL (solo para vigas con peralte mayor que 60 cms)A=0,1*As 12.272 Cm 2
VARILLA No 5 Ø = 5/8'' # varillas = 3 UND EN CADA CARA
5.94 cm2 -6.33 < +- 0.50Separación entre varillas logitudinales:
Momento por ImpactoI=15,24/(S+38) 0.38I=<0,3 0.3 0.30 Menor valor
Momento positivo = I*M+ 0.43Momento negativo = I*M- 0.49
VERIFICACION DEL PERALTE d=raiz(2*M*/(Fc*j*k*100) 5.94
d<H, 1considerando recub. de 5 cm d= 14 cms
DISEÑO POR ROTURAM+=1,3*(Md+1,67*(M+I)) 4.68 T-mAs=(0,85-raiz(0,7225-1,7*Mu* = 9.62 cm-2100000/(0,9*F':c*b*d))*F"c*b*d/Fy:verificando la cuantía mínimaAs min=14*b*d/Fy 4.67 cm 2
COMO As mín < As SE COLOCARA EL ACERO CALCULADO Entonces el acero será, As = 9.62
VARILLA No 5 Ø = 5/8'' @ 21 cm espaciamiento máximo 45 cm
Espaciamiento máximo= 45 cmM-=1,3*(Md+1,67*(M+I)) 5.20 T-mAs=(0,85-raiz(0,7225-1,7*Mu* = 10.81 cm-2100000/(0,9*F':c*b*d))*F"c*b*d/Fy:verificando la cuantia minimaAs min=14*b*d/Fy 4.67 cm 2
Ascoloc = As =
ESTRIBO ESTRIBO
COMO As mín < As SE COLOCARA EL ACERO CALCULADO Entonces el acero será, As = 10.81
VARILLA No 5 Ø = 5/8'' @ 18 cm Espaciamiento máximo= 45 cm
Acero de repartición:
%Asr = 121/raiz(L) = 25.23 < 67%Asr = 25.23
Asr = 2.73 cm2Asmin = 0.0018*b*h = 3.60 cm2
Se tomara, Asr = 3.60 cm2
VARILLA No 4 Ø = 1/2'' @ 35 cm Espaciamiento máximo= 45 cm
D-DISEÑO DE TRAMO EN VOLADIZOMomento por peso propio
a b c d
DATOS : U (mts) e a = 0.40 f b = 0.20 g c = 0.05 d = 0.45 e = 0.15 f = 0.00 g = 0.20 h = 0.70 h i = 0.00
DATOSALTURA DE ZAPATA CIMENTACION (m) d = 1.00TIPO DE TERRENO (Kg/cm2) 2.00ANCHO DE PUENTE (m) A = 3.60LUZ DEL PUENTE (m) L = 23.00ALTURA DEL ESTRIBO (m) H = 4.00ANGULO DE FRICCION INTERNA (grado) 34.00
ALTURA EQUIV, DE SOBRE CARGA (m) h' = 0.60PESO ESPECIF, RELLENO (Tn/m3) 1.60PESO ESPECIF, CONCRETO (Tn/m3) 2.30ESFUER. A COMP. DEL CONC.(kg/cm2) f'c = 175.00CARGA POR EJE (Tn) P = 4.00
Chequeo al volteoCálculo del coeficiente de volteo:
Cv = Miv/Mih >= 2 = 4.87 ¡ BIEN !
Chequeo al deslizamiento:
Cálculo del coeficiente de deslizamiento:
Cd = 0.7*Fiv/Fih >=2 = 2.80 ¡ BIEN !
Chequeo de compresiones y tracciones
Cálculo de la excentricidad
e = B/2-(Miv-Mih)/Fv = 0.18 m LA PRESION MAXIMA SE UBICA EN LA PUNTA
COMO e < B/6 ¡ BIEN !
Cálculo de las presiones máximas y mínimas
s máx = Fiv*(1+6*e/B)/(aB) = 1.08 s máx <= s terreno ¡ BIEN !
s mín = Fiv*(1-6*e/B)/(aB)= 0.76 s mín <= s terreno ¡ BIEN !
B.- CALCULO DE ACERO
a.- ANALISIS DE LA SECCION A-A
1.- Empuje de Terreno h = 1.65 m h' = 0.60 m C = (TAN(45-Ø/2))^2 0.333
E = 0.5*w*h*(h+2h')*C 1.409 Tn
Eh =E*cos(Ø/2) 1.361 Tn
Punto de aplicación de Empuje Eh
Dh = (h*(h+3*h')/(h+2*h'))/3 0.67 m
FUERZAS HORIZONTALES ACTUANTES
Pi (tn) Xi (m) Mi (tn-m)
Eh 1.361 0.67 0.912
2.- DISEÑO POR SERVICIO
Verificación del peralte M = 0.912 Tn-m
fy = ? 4200 Kg/cm²
f'c = ? 210 Kg/cm² Fy = 0.4*fy 1680 Kg/cm² Fc = 0.4*f'c 84 Kg/cm² d RAIZ(2*M*100000/(f'c*k*j*100)) r = Fy/Fc 20 n = 2100000/(15000*(RAIZ(f'c)) 10 d 5.44 k = n/(n+r) 0.33 j = 1 - k/3 0.89 d < H ¡ BIEN ! H = 20.00 cm
3.- DISEÑO POR ROTURA
Mu = 1.7*Md 1.550 Tn-m d = 12.50 As = 3.39 cm2 As mín = 14*b*d/fy 4.17 cm2
COMO As mín > As SE COLOCARA EL ACERO MINIMO Entonces consideraremos, As = 4.17 cm2
El estribo se diseñará como un elemento a flexo-compresión o a compresión según si la carga resultante caiga fuera o dentro del tercio medio de la sección respectivamente:
Verificando si la resultante cae fuera o dentro del tercio medio de la sección
Excentricidad : e = B/2-(Miv-Mih)/Fv = 1.49 m
Excentricidad de referencia: B/6 = 0.10 m
Como B/6 < e ; significa que la resultante cae fuera del tercio medio de la sección por lo tanto el estribo se diseñará a flexocompresión
Acero vertical :
Mu = 1.3*Md 69.302 Tn-m d = 50.00 As = 40.53 cm2 As mín = 0,0015*b*d = para varillas de diámetro mayor que 5/8= 7.50 cm2
COMO As mín < As SE COLOCARA EL ACERO CALCULADO Entonces consideraremos, As = 40.53 cm2
VARILLA No 8 Ø = 1'' @ 13 cm El espaciamiento no debe ser mayor de 45 cm.