diseño ponton

DATOS PARA DISEÑO DE ESTRIBOS ( L< 12.00 M.)

PARA PONTON L= 10 M

Datos

Longitud del Puente 10.00 m.Numero de Tramos 1.00 und.Ancho de Via 4.20 m.Carga Viva HS20

P = 4 TnF'c 210.00 Kg/cm2Fy 4200.00 Kg/cm2

Geometría del Puente

Número de vias 1.00 Und.Número de vigas 2.00 Und.¿ Tiene Acera ? NO

Ancho 0.00 m.Acera o Sardinel

Altura 0.30 m.Número de vigas Diafragma por tramo 0.00 Und.

Predimencionamiento

Peralte de vigaL/12 0.833L/15 0.6670.07L 0.700Tomamos 0.750 m.

Ancho de Viga 0.250 m.Espesor de losa 0.500 m. Se toma en función de SPeralte de Viga diafragma 0.000 m.Ancho de Viga Diafragma 0.000 m.

2.150 m. Los espaciamientos entre1.900 m. vigas T son simetricos

Espaciamiento exterior al eje de vigas ext. 1.075 m.

Espaciamiento entre vigas eje-eje ( S )Espaciamiento entre vigas cara-cara ( Sc )

DISEÑO DE VIGA INTERIOR

METRADO DE CARGAS

Carga Distribuida

Peso Propio de losa 2.580 Tn/mPeso Propio de Viga 0.150 Tn/mPeso del Asfalto 0.215 Tn/mSobrecarga en acera 0.000 Tn/mPeso Propio de volado 0.000 Tn/mSobrecarga por nieve 0.000 Tn/m

2.945 Tn/m

Carga Puntual ( Viga Diafragma )

P = 0.000 Tn Se ubicaran 3 vigas

CALCULO DE MOMENTOS

A. Momentos por carga muerta

P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

L = 10.00

X M (X)

L/6 1.667 20.451L/3 3.333 32.722L/2 5.000 36.812

2L/3 6.667 32.7225L/6 8.333 20.451

36.812 Tn.m

WD =

WD =

MD =

B. Momentos por Sobre Carga

A.1. Calculo del coeficiente de Concentración de Cargas

El presente calculo se realiza para puentes de una sola via

Donde :x = 1.235y = 0.915z = 0.915 OK

S = 2.150

Del cuadro de L.I para reacciones en el apoyo B, obtener los resultados para

X1 = 57.44 (Distancia del origen)X2 = 142.56 (Distancia del origen)

Luego el Coeficiente de Concentracion de Cargas será (ver tabla)

Cce = 0.455

A.2. Semitrailer (HS25)

4.20 4.20P = 4 Tn.

P 4P 4P

CL.

Donde :x = 0.10 XP1 = 0.10y = 4.20 XP2 = 4.30z = 0.70 XP3 = 8.50

L/2 = 5.00 Ra = 15.48

X (m) Momento - Tn.mReal Diseño

L/6 1.667 19.533 17.756L/3 3.333 38.667 35.148

L/2-0.70 4.300 49.764 45.235 Momento máximoL/2 5.000 46.600 42.359

2L/3 6.667 39.067 35.5125L/6 8.333 31.533 28.664

x y z

x y z

A.3. Sobre Carga Equivalente

P = 9 Tn

L = 10.00

Momento en el centro de luz

Mse = 35.000 Tn.m

LuegoMequivalente = Meq

Meq = # vias . Mse # vigas

Meq = 17.500 Tn.m

A.4. Elección de Momentos de Diseño

El Momento por Sobrecarga para el diseño se selecciona el mayor valor de la comparación entre A2 y A3

45.235 Tn.m

C. Momento de impacto

I = 15.24L + 38

I = 0.318 >= 0.30

Luego de la desigualdad tomamos el valorde I

I = 0.30

El Momento de Impacto es:

13.571 Tn.m

WD =

ML =

MI =

DISEÑO DE VIGA "T"

Características de la viga

bw = 0.250 m.hf = 0.500 m.B = 1.900 m.L = 10.000 m.

Cálculo del ancho de la viga tipo "T"

b <= L/4 b <= 2.500

b - bw <= 16 hf b <= 8.250

b <= B + bw b <= 2.150

De la comparación de estos valores tomamos el menor de ellos

b = 2.150 m.

Luego asumiendo que:c<= 0.500 m.

Diseñamos una viga rectangular con ancho igual a

b = 2.150 m.

DISEÑO EN CONCRETO

Determinación del peralte por servicio

Ms =

Ms = 95.619 Tn.m

fc = 0.4*f´c = 84.00fs = 0.4*Fy = 1680.00r = fs/fc = 20.00n = Es/Ec = 9.66K = n/(n+r) = 0.33J = 1 - K/3 = 0.89d = 2M/ (fc.K.J.b) 60.39

d = 60.39 < 75.00 cm. OK

Asumimos para efectos de diseño

d = 160.00 cm. ( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )

MD + ML + MI

Diseño por Rotura.

Cálculo del Momento último

Mu =

Mu = 175.52 Tn.m

Cálculo del área de acero y ancho en compresión

As1 = 2894.68 cm2

As2 = 29.32 cm2

Luego tomamos el menor de los valores calculados

As = 29.32 cm2 ( Valor teórico )

As = 130.00 cm2 ( Valor real )

c = 14.23 cm < 50.00

Verificando la cuantia

Cuantia balanceada

b = 0.85*f´c*B1 0.021675Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b = 0.01625625

La cuantia para la viga es

= As = 0.0037791 < 0.01625625 OKb * d

Para no verificar deflexiones

max = 0.18 * f´c = 0.0090000 > 0.0037791 OKFy

Verificando por fatiga en servicio

Momento por servicio máximo

M = 95.619 Tn.m

fs máx. = M = 515.694 Kg/cm2As * J * d

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))

0.003 * Es =

Momento por carga muerta

M = 36.812 Tn.m

fs mín. = M = 198.539 Kg/cm2As * J * d

Rango de esfuerzos actuantes

f = 317.156 Kg/cm2

Rango de esfuerzos admisibles

1635.36 - 0.36 * fs mín. = 1563.886 Kg/cm2

1563.886 > 317.156 OK

Distribución del acero

Asumimos un diamero del acero de refuerzo

# de capas = 2.000 und.

Dist./ capas = 2.000 plg.

capa inferior

Ø = 1 3/8 PulgAs = 9.580 cm2 Area individual

# de barras = PAQUETE und.

Inf. Colocar 3 paquetes de 3 varillas

capa superior

Ø = 1 3/8 PulgAs = 9.580 cm2 Area individual

# de barras = 4.570 und.

Sup. Colocar 4 paquetes de 2 varillas OK

Análisis del refuerzo inferior en paquetes

Diametro equivalente del paquete inferior

D = 6.049 cm.

La distancia horizontal entre paquetes no será menor de

a) 9.074 cm.b) 3.810 cm.

ff =

ff =

de lo cual tomamos

Dh = 9.074 cm.

Asumimos que el acero se distribuira en capas:

# de capas = 2 Si es 1, se necesitará mayor ancho en la base de la viga

Cálculo del ancho de la viga, necesaria para albergar el acero

Considere recubrimiento mínimo de (cm): 5 cm.

b(necesario)= 46.30 cm.

Luego:b (nec)= 46.30 > 25.00 Modificar el ancho de la viga o emplear capas

Verificando por agrietamiento

Z máx = 28,000 Indique las condiciones de exposicióndc = 6.75 cm.X = 13.589 cm.d = 61.411 cm.

Cálculo de la cuantia real

As(real) = 162.860 cm2

= 0.012335

Verificación por condiciones de exposición

a ). fs máx. act = M = 1072.50 Kg/cm2As * J * d

b ). fs máx. act = 0.6 . Fy = 2520.00 Kg/cm2

2 . X . B(viga) 119.90# barras

Z (a) = 9992.98 <

A =

( fs máx. act ).( 3 dc . A ) =

Acero a Compresión

El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y procesoconstructivo. Para ello emplearemos la cuantia mínima.

min = 14 / Fy = 0.0033

As min = 5.118 cm2

Empleamos

acero de Ø 1 Pulg.Area individual 5.07 cm2

# de varillas 2.00 Und.

Nota: Empleraremos 4 varillas para un mayor confinamiento.

DISEÑO POR CORTE

A. Cortantes por carga muerta

P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

L = 10.00

Ra = 14.725 Tn.

X V (X)

0 0.000 14.725L/6 1.667 9.817L/3 3.333 4.908L/2 5.000 0.000L/2 5.000 0.000

2L/3 6.667 -4.9085L/6 8.333 -9.817

L 10.000 -14.725

14.725 Tn (Tomamos el máximo valor teórico obtenido )

WD =

VD =

B. Cortantes por Sobre Carga

A.1. Coeficiente de Concentración de Cargas


El Coeficiente de Concentracion de Cargas es el mismo hallado por Flexión

Cce = 0.455


4.20 4.20 P=4TnAnalisis por rueda

2P 2P P/2

Donde :x = 4.20 XP1 = 1.00y = 4.20 XP2 = 0.58z = 1.60 XP3 = 0.16

L/2 = 10.00 Ra = 12.960

X (m) Cortante - TnReal Diseño

0 0.000 4.960 4.509 Cortante máximoL/6 1.667L/3 3.333

L/2-0.70 4.300L/2 5.000

2L/3 6.6675L/6 8.333

12.960 Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )VHS20 =

x y z

x y z


L = 10.00

Reacción en el apoyo izquierdo (a)

Ra = 18.000 Tn.

Cortante en el apoyo izquierdo (a)

Va = 5.000 Tn

Luego:Vse = 18.000 Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )

LuegoVequivalente = Veq

Veq = # vias . Vse # vigas

Veq = 9.000 Tn

A.4. Elección del Cortante de Diseño

El Cortante por Sobrecarga para el diseño, se selecciona del mayor valor de la comparación entre A2 y A3

12.960 Tn

C. Cortante de impacto

I = 15.24L + 38

I = 0.318 >= 0.30


I = 0.30

El Cortante de Impacto es:

3.888 Tn

P = 13 Tn.

WD =

VL =

VI =

DISEÑO POR ROTURA

Vu =

Vu = 55.720 Tn

Esfuerzo cortante nominal en rotura:

Vu = 4.965 Kg/cm2

Esfuerzo cortante resistente del concreto

0.012335

Vc = 7.669 Kg/cm2 Mu

Vc máx = 0.53 f'c = 7.680 Kg/cm2

DondeVc < Vc Máx

TomamosVc = 7.669

Luego

Vc = 7.669 > Vu = 4.965

a. Si solo es necesario el acero mínimo se coloca el acero que sea realmente necesariob. Si es necesario acero de refuerzo entonces calcular adecuadamente.

Siendo la condición (a) la que prevalece en el presente, colocamos:

Estribos Ø 1/2"

Area individual 1.27 cm2

LuegoAv = 2 * Aind = 2.54 cm2

Espaciamiento

S máx = d / 2 = 30.705 cm.

S corte = 18.35 cm.

Usar 1 a .05 + 15 a .07 + 10 a .25 + Rto a .35

1.3 ( VD + 1.67 ( VL + VI )

Vu =Ø.b.d

= As =b.d

( 0.5 f'c + 176 Vu .d ) =

Av . Fy =( Vc - Vu ) .b

Acero lateral

Como la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acerolateral en una cantidad de:

0.10 * As(real)

16.286 cm2.

espaciamiento entre barras

1.- No mayor de 30 cm.2.- No mayor del ancho del nervio 25 cm.

Se toma el menor de ellos

S = 25.00 cm

Altura libre = Hviga - Hlosa = 25.00 cm.

Recubrimiento = 5.00 cm.

Luego# fierros = 0.6

S

# fierros = 0.00 und.

Como se dispondran a ambos lados la cantidad total es.

# fierros(tot.) = 0.00 und.

Por lo que cada uno será

As (c/u) = #DIV/0! cm2# fierros(tot.)

Por lo tanto empleamos

acero de Ø 1 Pulg.Area individual 5.07 cm2 #DIV/0!

ASL =

ASL =

Alt. Libre - 2(Recubrimiento) =

ASL =

Se ubicaran 3 vigas

2.945

Del cuadro de L.I para reacciones en el apoyo B, obtener los resultados para

(Distancia del origen)(Distancia del origen)

Tn

Momento máximo

1 Tn.m

( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )

Diseñado como viga rectangular OK.

cambiar peralte de vigaCambiar ancho de vigaincrementar area de acero

CUIDADO, USE MAS DE UNA CAPA O USE EL PAQUETE

En el caso de emplear una solacapa estos valores se omiten

Si es 1, se necesitará mayor ancho en la base de la viga

Modificar el ancho de la viga o emplear capas

Indique las condiciones de exposición

Existe una diferencia elevada en relación al diseño anterior

Existe una diferencia elevada en relación al diseño anterior

Valor que se toma de la verificación por fatiga y los nuevos valores de As y d

OJO: ANALIZAR EL CONCEPTO DE # DE BARRAS

28,000 OK

El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y proceso

2.945 Tn/m

(Tomamos el máximo valor teórico obtenido )


Analisis por rueda

Tn

Cortante máximo

(Tomamos el máximo valor teorico obtenido )

1 Tn.m


OK tomamos el Vc

OK, Colocar acero mínimo

a. Si solo es necesario el acero mínimo se coloca el acero que sea realmente necesario

Como la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acero

DISEÑO DE VIGA EXTERIOR

METRADO DE CARGAS

Carga Distribuida

Peso Propio de losa 2.580 Tn/mPeso Propio de Viga 0.150 Tn/mPeso del Asfalto 0.210 Tn/mSobrecarga en acera 0.000 Tn/mPeso Propio de volado 0.018 Tn/mSobrecarga por nieve 0.000 Tn/m

2.958 Tn/m

Carga Puntual ( Viga Diafragma )

P = 0.000 Tn Se ubicaran 3 vigas

CALCULO DE MOMENTOS


P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

L = 10.00

X M (X)

L/6 1.667 20.542L/3 3.333 32.867L/2 5.000 36.975

2L/3 6.667 32.8675L/6 8.333 20.542

36.975 Tn.m


A.1. Calculo del coeficiente de Concentración de Cargas


WD =

WD =

MD =

Donde :x = -0.415y = 1.830z = 0.735 OK

S = 2.150

Del cuadro de L.I para reacciones en el apoyo A, obtener los resultados para

X1 = -19.30 (Distancia del origen)X2 = 65.81 (Distancia del origen)

Luego el Coeficiente de Concentracion de Cargas será (ver tabla)

Cce = 0.450


4.20 4.20P = 4 Tn.

P 4P 4P

CL.

Donde :x = 0.10 XP1 = 0.10y = 4.20 XP2 = 4.30z = 0.70 XP3 = 8.50

L/2 = 5.00 Ra = 15.48

X (m) Momento - Tn.mReal Diseño

L/6 1.667 19.533 17.580L/3 3.333 38.667 34.800

L/2-0.70 4.300 49.764 44.788 Momento máximoL/2 5.000 46.600 41.940

2L/3 6.667 39.067 35.1605L/6 8.333 31.533 28.380


x y z

x y z

P = 9 Tn

L = 10.00

Momento en el centro de luz

Mse = 35.000 Tn.m

LuegoMequivalente = Meq

Meq = # vias . Mse # vigas

Meq = 17.500 Tn.m

A.4. Elección de Momentos de Diseño

El Momento por Sobrecarga para el diseño se selecciona el mayor valor de la comparación entre A2 y A3

44.788 Tn.m


I = 15.24L + 38

I = 0.318 >= 0.30


I = 0.30


13.436 Tn.m

DISEÑO DE VIGA "T"

Características de la viga

WD =

ML =

MI =

bw = 0.250 m.hf = 0.500 m.B = 1.900 m.L = 10.000 m.

Cálculo del ancho de la viga tipo "T"

b <= L/4 b <= 2.500

b - bw <= 16 hf b <= 8.250

b <= B + bw b <= 2.150

De la comparación de estos valores tomamos el menor de ellos

b = 2.150 m.

Luego asumiendo que:c<= 0.500 m.

Diseñamos una viga rectangular con ancho igual a

b = 2.150 m.

DISEÑO EN CONCRETO


Ms =

Ms = 95.199 Tn.m

fc = 0.4*f´c = 84.00fs = 0.4*Fy = 1680.00r = fs/fc = 20.00n = Es/Ec = 9.66K = n/(n+r) = 0.33J = 1 - K/3 = 0.89d = 2M/ (fc.K.J.b) 60.26

d = 60.26 < 75.00 cm. OK

Asumimos para efectos de diseño

d = 158.00 cm. ( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )

Diseño por Rotura.

Cálculo del Momento último

Mu =

Mu = 174.47 Tn.m

MD + ML + MI

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))


As1 = 2857.94 cm2

As2 = 29.51 cm2




c = 19.37 cm < 50.00


Cuantia balanceada

b = 0.85*f´c*B1 0.021675Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b = 0.01625625

La cuantia para la viga es

= As = 0.0052105 < 0.01625625 OKb * d


max = 0.18 * f´c = 0.0090000 > 0.0052105 OKFy

Verificando por fatiga en servicio

Momento por servicio máximo

M = 95.199 Tn.m

fs máx. = M = 381.869 Kg/cm2As * J * d

Momento por carga muerta

M = 36.975 Tn.m

fs mín. = M = 148.317 Kg/cm2As * J * d

0.003 * Es =

Rango de esfuerzos actuantes

f = 233.552 Kg/cm2

Rango de esfuerzos admisibles

1635.36 - 0.36 * fs mín. = 1581.966 Kg/cm2

1581.966 > 233.552 OK


Asumimos un diamero del acero de refuerzo

# de capas = 5.000 und.

Dist./ capas = 2.000 plg.

capa inferior

Ø = 1 PulgAs = 5.067 cm2 Area individual

# de barras = PAQUETE und.

Inf. Colocar 5 paquetes de 3 varillas CUIDADO, USE MAS DE UNA CAPA O USE EL PAQUETE

capa superior

Ø = 1 PulgAs = 5.067 cm2 Area individual

# de barras = 19.932 und.

Sup. Colocar 4 paquetes de 5 varillas OK

Análisis del refuerzo inferior en paquetes

Diametro equivalente del paquete inferior

D = 4.399 cm.

La distancia horizontal entre paquetes no será menor de

a) 6.599 cm.b) 3.810 cm.

de lo cual tomamos

Dh = 6.599 cm.

Asumimos que el acero se distribuira en capas:

# de capas = 5 Si es 1, se necesitará mayor ancho en la base de la viga

ff =

ff =

Cálculo del ancho de la viga, necesaria para albergar el acero


b(necesario)= 58.39 cm.

Luego:b (nec)= 58.39 > 25.00 Modificar el ancho de la viga o emplear capas

Verificando por agrietamiento

Z máx = 28,000 Indique las condiciones de exposicióndc = 6.27 cm.X = 11.939 cm.d = 63.061 cm. #N/A

Cálculo de la cuantia real

As(real) = 76.005 cm2 Existe una diferencia Elevada En relación al diseño anterior

= 0.005606

Verificación por condiciones de exposición

a ). fs máx. act = M = 2228.15 Kg/cm2As * J * d

b ). fs máx. act = 0.6 . Fy = 2520.00 Kg/cm2

2 . X . B(viga) 119.40 OJO: ANALIZAR EL CONCEPTO DE # DE BARRAS# barras

Z (a) = 20231.62 <

Z (b) = 22881.60 <

Acero a Compresión

El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y procesoconstructivo. Para ello emplearemos la cuantia mínima.

min = 14 / Fy = 0.0033

As min = 5.255 cm2

Empleamos

A =

( fs máx. act ).( 3 dc . A ) =

( fs máx. act ).( 3 dc . A ) =

acero de Ø 1 Pulg.Area individual 5.07 cm2

# de varillas 2.00 Und.

Nota: Empleraremos 4 varillas para un mayor confinamiento.

DISEÑO POR CORTE

A. Cortantes por carga muerta

P = 0.000 P = 0.000 P = 0.000

L = 10.00

Ra = 14.790

X V (X)

0 0.000 14.790L/6 1.667 9.860L/3 3.333 4.930L/2 5.000 0.000L/2 5.000 0.000

2L/3 6.667 -4.9305L/6 8.333 -9.860

L 10.000 -14.790

14.790 Tn (Tomamos el máximo valor teórico obtenido )

B. Cortantes por Sobre Carga

A.1. Coeficiente de Concentración de Cargas



WD =

VD =

x y z

Cce = 0.450


4.20 4.20 P = 5 Tn.Analisis por rueda

2P 2P P/2

Donde :x = 4.20 XP1 = 1.00y = 4.20 XP2 = 0.58z = 1.60 XP3 = 0.16

L/2 = 10.00 Ra = 12.960

X (m) Cortante - TnReal Diseño

0 0.000 4.960 2.232 Cortante máximoL/6 1.667L/3 3.333

L/2-0.70 4.300L/2 5.000

2L/3 6.6675L/6 8.333

12.960 Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )


L = 10.00

Reacción en el apoyo izquierdo (a)

Ra = 18.000 Tn.

Cortante en el apoyo izquierdo (a)

VHS20 =

P = 13 Tn.

WD =

x y z

Va = 5.000 Tn

Luego:Vse = 18.000 Tn (Tomamos el máximo valor teorico obtenido )

LuegoVequivalente = Veq

Veq = # vias . Vse # vigas

Veq = 9.000 Tn

A.4. Elección del Cortante de Diseño

El Cortante por Sobrecarga para el diseño, se selecciona del mayor valor de la comparación entre A2 y A3

12.960 Tn

C. Cortante de impacto

I = 15.24L + 38

I = 0.318 >= 0.30


I = 0.30

El Cortante de Impacto es:

3.888 Tn

DISEÑO POR ROTURA

Vu =

Vu = 55.804 Tn

Esfuerzo cortante nominal en rotura:

Vu = 4.842 Kg/cm2

Esfuerzo cortante resistente del concreto

0.005606

VL =

VI =

1.3 ( VD + 1.67 ( VL + VI )

Vu =Ø.b.d

= As =

Vc = 7.445 Kg/cm2 Mu

Vc máx = 0.53 f'c = 7.680 Kg/cm2

DondeVc < Vc Máx

TomamosVc = 7.445

Luego

Vc = 7.445 > Vu = 4.842

a. Si solo es necesario el acero mínimo se coloca el acero que sea realmente necesariob. Si es necesario acero de refuerzo entonces calcular adecuadamente.

Siendo la condición (a) la que prevalece en el presente, colocamos:

Estribos Ø 1/2"

Area individual 1.27 cm2

LuegoAv = 2 * Aind = 2.54 cm2

Espaciamiento

S máx = d / 2 = 31.530

S corte = 19.07 cm.

Usar 1 a .05 + 15 a .07 + 10 a .25 + Rto a .35

Acero lateral

Como la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acerolateral en una cantidad de:

0.10 * As(real)

7.6005 cm2.

b.d

( 0.5 f'c + 176 Vu .d ) =

Av . Fy =( Vc - Vu ) .b

ASL =

ASL =

espaciamiento entre barras

1.- No mayor de 30 cm.2.- No mayor del ancho del nervio 25 cm.

Se toma el menor de ellos

S = 25.00 cm

Altura libre = Hviga - Hlosa = 25.00 cm.

Recubrimiento = 5.00 cm.

Luego# fierros = 0.6

S

# fierros = 0.00 und.

Como se dispondran a ambos lados la cantidad total es.

# fierros(tot.) = 0.00 und.

Por lo que cada uno será

As (c/u) = #DIV/0! cm2# fierros(tot.)

Por lo tanto empleamos

acero de Ø 1 Pulg.Area individual 5.7 cm2 #DIV/0!

Alt. Libre - 2(Recubrimiento) =

ASL =

Se ubicaran 3 vigas

2.958

Del cuadro de L.I para reacciones en el apoyo A, obtener los resultados para

(Distancia del origen)(Distancia del origen)

Tn

Momento máximo

1 Tn.m

( Tener en cuenta los recubrimientos mínimos )

cambiar peralte de vigaCambiar ancho de vigaincrementar area de acero

3.175

CUIDADO, USE MAS DE UNA CAPA O USE EL PAQUETE

En el caso de emplear una solacapa estos valores se omiten

Si es 1, se necesitará mayor ancho en la base de la viga

Modificar el ancho de la viga o emplear capas

Indique las condiciones de exposición

Existe una diferencia Elevada En relación al diseño anterior

Valor que se toma de la verificación por fatiga y los nuevos valores de As y d

OJO: ANALIZAR EL CONCEPTO DE # DE BARRAS

28,000 OK

28,000 OK

El presente análisis se realizó considerando solo la participación del acero en tracción, sin embargo es necesario colocar acero en compresión con fines de confinamiento y proceso

2.958

(Tomamos el máximo valor teórico obtenido )


Analisis por rueda

Tn

Cortante máximo


1 Tn.m

OK tomamos el Vc

OK, Colocar acero mínimo

a. Si solo es necesario el acero mínimo se coloca el acero que sea realmente necesario

Como la viga tiene más de dos pies (0.61 m.) será conveniente colocar acero

5.06692535

Ing. Eugenio R.Abal RamosBach/Ing. Roberto Castro Céspedes

50

DISEÑO DE LOSA

TRAMO INTERIOR

METRADO DE CARGAS

Carga Distribuida

Peso Propio de losa 1.200 Tn/mPeso del Asfalto 0.100 Tn/mSobrecarga por nieve 0.010 Tn/m

1.310 Tn/m

CALCULO DE MOMENTOS


Suponemos un coeficiente de 1/10 para los momentos negativos y positivos,debido al peso propio:

0.473 Tn.m10


Para losas armadas perpendicular al sentido del tráficoEcuación válida para luces (de losa) menores a 7.315 m.

2.062 Tn.m9.74

Siendo P el valor de la rueda más pesada

Por continuidad entre losa y viga este valor es afectado por unos coeficientes .

Momento positivo

0.8 * ML = 1.649 Tn.m

Momento negativo

0.9 * ML = 1.855 Tn.m

WD =

MD = WD . Sc 2 =

ML = P ( Sc + 0.61 ) =

ML(+) =

ML(-) =


51


I = 15.24Sc + 38

I = 0.382 >= 0.30


I = 0.30


0.495 Tn.m

0.557 Tn.m

DISEÑO DE LOSA

CALCULO DEL ACERO PRINCIPAL (PERPENDICULAR AL SENTIDO DEL TRAFICO)

DISEÑO EN CONCRETO


Ms (+) = 2.617 Tn.m

Ms (-) = 2.885 Tn.m

fc = 0.4*f´c = 84.00fs = 0.4*Fy = 1680.00r = fs/fc = 20.00n = Es/Ec = 9.66K = n/(n+r) = 0.33J = 1 - K/3 = 0.89

El peralte mínimo de diseño es:

d = 2M/ (fc.K.J.b) 14.65 cm.

d = 14.65 < 50.00 cm. OK


Asuma un posible diámetro (en pulgadas) de acero a colocar

Ø (plg) = 5/8

As (cm 2) = 1.98 Area unitaria

Luego el peralte máximo real seria

d max = 44.206 cm.

d max = 44.206 > 14.65 OK

por consideraciones de diseño tomamos un valor igual a

d (diseño) = 14.00 cm. (Tener en cuenta los recubrimientos mínimos)

MI (+) =

MI (-) =


52

Diseño por Rotura (Acero Positivo)

Mu =

Mu (+) = 5.270 Tn.m


As1 = 108.03 cm2 Por 1 m. De losa





c = 3.76 cm < 50.00 Diseñado como viga rectangular OK.


Cuantia balanceada

b = 0.85*f´c*B1 0.0217Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b = 0.016256

mín = 0.003333Fy

La cuantia para la losa es

= As = 0.011429 < 0.016256 OKb * d

= 0.011429 > 0.003333 OK


max = 0.18 * f´c = 0.009000 < 0.011429Verificar DeflexionesFy

Espaciamiento máximo

S = 18.05156 cm.As

Distribución del Acero por metro lineal

Colocar 6 varillas de Ø 5/8 a cada 16

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))

0.003 * Es =

14 =

AØ .b =


53

Diseño por Rotura (Acero Negativo)

Mu =

Mu (-) = 5.851 Tn.m







c = 3.76 cm < 50.00 Diseñado como viga rectangular OK.


Cuantia balanceada

b = 0.85*f´c*B1 0.0217Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b = 0.016256

mín = 0.003333Fy

La cuantia para la losa es

= As = 0.011429 < 0.016256 OKb * d

= 0.011429 > 0.003333 OK


max = 0.18 * f´c = 0.009000 < 0.011429Verificar DeflexionesFy

Espaciamiento máximo

S = 16.05082 cm.As

Distribución del Acero por metro lineal

Colocar 7 varillas de Ø 5/8 a cada 14

1.3 ( MD + 1.67 ( ML + MI ))

0.003 * Es =

14 =

AØ .b =


54

CALCULO DEL ACERO DE REPARTICION (LOSA ARMADA PERPENDICULARMENTE AL SENTIDO DEL TRAFICO)

% Asr = 38.264L

Asr = 6.12 cm2 Por metro de ancho de losa

Usar varillas 1/2 a cada 0.30 m.

CALCULO DEL ACERO DE TEMPERATURA

Ast = 0.0018 b.losa . H.losa

Ast = 9 cm2 Por metro de ancho de losa

Usar varillas 1/2 a cada 0.30 m.

121 =


55

(Tener en cuenta los recubrimientos mínimos)


56


Verificar Deflexiones

cm.


57


Verificar Deflexiones

cm.

DISEÑO DEL ESTRIBO (TIPICO)PONTON 8 M

DATOS

Cota de la Rasante 3383.30 m.s.n.mCota del fondo de Río 3380.28 m.s.n.mProfundidad de desplante 1.00 mCota de la base de elevación 3380.08 m.s.n.mCota de aguas máximas 3381.28 m.s.n.mAltura mínima de la cimentación 0.80 m.Tipo de Terreno GP-GCReacción del Puente por carga muerta 29.790 TnReacción del Puente por Sobre carga 33.696 TnRodadura del puente 5% de HS25 1.6848 TnAncho del puente 4.50 m.Longitud del puente 10.00 m.S/C Equivalente 0.96 Tn/mAltura equivalente de la Sobre carga ( h' ) 0.48Angulo de Fricción interna del relleno ( Ø ) 32.00 Grados 0.5585 RadianesTalud para el centro del estribo ( & ) 0.00 Grados 0.0000 RadianesTalud para las alas del estribo ( &' ) 21.80 Grados 0.3805 RadianesPeso Específico del relleno 2.00 Tn/m3Capacidad Portante del suelo 2.00 Kg/cm2Peso Específico del concreto 2.30 Tn/m3Talud del terreno V = 1 , H = 2.50F'c del concreto 175.00 Kg/cm2Espesor del apoyo (elastómetros) 0.00 cm

Geometría del Estribo

Dimensiones (m) AMínimas Reales

H 3.220 3.220 h'a 0.500 0.500

d 0.400 0.600 Bh 2.720 2.720e 0.241 0.800x 0.272 0.272 h''h' (0-h) 1.700

h'' h-h' 1.020 Cg (0-c) 0.200

b 1.288 2.272 Dc 0.187 0.200f 0.500 0.800

CHEQUEO DE LA SECCION A -A

1. Empuje de Tierra

Coef. De Empuje Activo C = 0.307Resultante del Empuje E = 0.224 Tn.

EEh = 0.216 Tn. P1Ev = 0.062 Tn. 0.221

APunto de Aplicación dv = 0.221 m.( Medido desde el eje A-A, hacia arriba )

2. Fuerzas Verticales Estabilizadoras

Pi (Tn.) Xi (m.) Mi (Tn.m.)

P1 0.690 0.300 0.207Ev 0.062 0.600 0.037

H

b

e dx

a

h

c c

f

1

10 a 25

g

Total 0.752 0.244

Xv = 0.325Z = 0.064e = 0.039

3. Chequeos

3.1. Chequeo de Tracciones y Compresiones

P = 1.740 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 1.740 OK

3.2. Chequeo al volteo

FSV: Factor de Seguridad al Volteo

FSV = 5.112 > 2.000 OK

3.3. Chequeo al deslizamiento

f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería (ver tabla)

FSD = 2.441 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION B - B

A. Estribo sin puente y con relleno sobrecargado

1. Empuje de Tierra

Coef. De Empuje Activo C = 0.307Resultante del Empuje E = 2.136 Tn. E

Eh = 2.053 Tn.Ev = 0.589 Tn.

0.845Punto de Aplicación dv = 0.845 m.( Medido desde el eje B-B, hacia arriba ) A



P1 3.036 1.270 3.856P2 3.128 0.570 1.783P3 0.332 0.113 0.038Ev 0.589 1.570 0.924Total 7.085 6.601

Xv = 0.932Z = 0.245e = 0.098

3. Chequeos


P = 6.206 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego

700 > 6.206 OK



FSV = 3.806 > 2.000 OK


f = 0.70 Para albañilería sobre albañilería

FSD = 2.415 > 2.000 OK

B. Estribo con puente y relleno sobrecargado

1. Reacción del Puente por metro lineal

R1 = 6.620 Tn/m.

2. Reacción por Rodadura

R2 = 0.099 Tn/m.

3. Reacción por sobrecarga

R3 = 7.488 Tn/m.



R1 6.620 0.570 3.773R3 7.488 0.570 4.268Pvertical 7.085 0.932 6.601Total 21.193 14.642

Xv = 0.691

5. Fuerzas Horizontales


Eh 2.053 0.845 1.734R2 0.099 4.000 0.396Total 2.152 2.130

Yh = 0.990 m.

Punto de Aplicación de la Resultante

Z = 0.101e = 0.195

3. Chequeos


P = 23.538 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 23.538 OK



FSV = 6.874 > 2.000 OK



FSD = 6.893 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION C - C


1. Empuje de Tierra

Coef. De Empuje Activo C = 0.307Resultante del Empuje E1 = 2.136 Tn.

E1h = 2.053 Tn.E1v = 0.589 Tn. E1

Punto de Aplicación d1v = 1.865 m.( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )

Coef. De Empuje Activo C = 0.307 E2Resultante del Empuje E2 = 0.621 Tn 1.865

E2h = 0.597 TnE2v = 0.171 Tn 0.422

APunto de Aplicación d2v = 0.422 m( Medido desde el eje C-C, hacia arriba )



P1 4.444 1.372 6.097P2 5.005 0.672 3.363P3 0.851 0.181 0.154P4 0.469 1.772 0.831P6 0.880 1.772 1.559E1v 0.589 1.672 0.984E2v 0.171 1.872 0.320Total 12.408 13.310

Xv = 1.073Z = 0.329e = 0.192

3. Chequeos


P = 10.713 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 10.713 OK



FSV = 3.261 > 2.000 OK



FSD = 3.278 > 2.000 OK


1. Reacción del Puente por metro lineal

R1 = 6.620 Tn/m.

2. Reacción por Rodadura

R2 = 0.099 Tn/m.

3. Reacción por sobrecarga

R3 = 7.488 Tn/m.



R1 6.620 0.672 4.449R3 7.488 0.672 5.032Pvertical 12.408 1.073 13.310Total 26.516 22.790

Xv = 0.859



E1h 2.053 1.865 3.829E2h 0.597 0.422 0.252R2 0.099 5.020 0.496Total 2.749 4.577

Yh = 1.665 m.

Punto de Aplicación de la Resultante

Z = 0.173e = 0.249

3. Chequeos


P = 25.476 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 25.476 OK



FSV = 4.979 > 2.000 OK



FSD = 6.753 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION D - D


1. Empuje de Tierra

Coef. De Empuje Activo C = 0.307Resultante del Empuje E1 = 2.136 Tn

E1h = 2.053 Tn E1E1v = 0.589 Tn

Punto de Aplicación d1v = 2.665 m( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )

E2Coef. De Empuje Activo C = 0.307 2.665Resultante del Empuje E2 = 0.621 Tn

E2h = 0.597 Tn 1.222E2v = 0.171 Tn

APunto de Aplicación d2v = 1.222 m( Medido desde el eje D-D, hacia arriba )



P1 4.444 1.572 6.985P2 5.005 0.872 4.364P3 0.851 0.381 0.324P4 0.469 1.972 0.925P5 4.180 1.136 4.749P6 0.880 1.972 1.735P7 1.288 2.172 2.798E1v 0.589 1.872 1.102E2v 0.171 2.072 0.354SP -4.544 1.136 -5.162Total 13.333 18.176

Xv = 1.363Z = 0.465e = 0.238

3. Chequeos


P = 9.554 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 9.554 OK



FSV = 2.931 > 2.000 OK


f = 0.60 Para albañilería sobre conglomerado

FSD = 3.019 > 2.000 OK




R1 6.620 0.872 5.773R3 7.488 0.872 6.530Pverticales 13.333 1.363 18.176Total 27.441 30.478



E1h 2.053 2.665 5.472E2h 0.597 1.222 0.729R2 0.099 5.820 0.576Total 2.749 6.776

Yh = 2.465

4. Punto de Aplicación de la Resultante

Z = 0.247e = 0.020

3. Chequeos


P = 12.706 Tn/m2 = 1.271 Kg/cm2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 12.706 OK

Así mismo (verificamos con la capacidad portante)

P = 1.271 < 2.00 OK



FSV = 4.498 > 2.000 OK


f = 0.60 Para albañilería sobre grava

FSD = 5.990 > 2.000 OK

DISEÑO DE LAS ALAS DEL ESTRIBO

Talud del Ala H : V = 1:1.5Cálculo de la longitud

Long. Teórica 1.518 m.Long. Real 2.090 m.

Altura mínima del Ala 3.520 m.

Geometría del Ala

Dimensiones (m)Mínimas Reales

H 3.5200 2.7200 h'd 0.4243 1.3000x 0.3520 0.2300

h' (0-H) 1.6500 Ah'' H-h' 1.0700g (0-c) 0.1700b 1.4080 2.0400 h''c 0.3159 0.1700

f 0.5000 0.8000 B

C

3.79

CHEQUEO DE LA SECCION A - A

1. Empuje de Tierra

Coef. De Empuje Activo C = 0.391Resultante del Empuje E = 1.065 Tn.

EEh = 1.046 Tn.Ev = 0.201 Tn.

Punto de Aplicación dv = 0.550 m. 0.550( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )

A



P1 4.933 0.790 3.895P2 0.265 0.093 0.025Ev 0.201 1.440 0.290Total 5.400 4.210

Xv = 0.780Z = 0.107e = 0.047

3. Chequeos


P = 4.481 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 4.481 OK

H

b

dx

c c

f

1

10 a 25 g


FSV = 7.318 > 2.000 OK



FSD = 3.614 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION B - B

1. Empuje de Tierra


E1h = 1.046 Tn E1E1v = 0.201 Tn

Punto de Aplicación d1v = 1.620 m( Medido desde el eje B-B, hacia arriba )

E21.620

Coef. De Empuje Activo C = 0.391Resultante del Empuje E2 = 0.448 Tn 0.357

A E2h = 0.440 TnE2v = 0.085 Tn




P1 8.133 0.880 7.157P2 0.719 0.153 0.110P3 0.418 1.615 0.676P4 0.561 1.615 0.906E1v 0.201 1.530 0.308E2v 0.085 1.700 0.144Total 10.118 9.301

Xv = 0.919Z = 0.183e = 0.114

3. Chequeos


P = 8.340 Tn/m2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 8.340 OK



FSV = 5.024 > 2.000 OK



FSD = 4.767 > 2.000 OK

CHEQUEO DE LA SECCION C - C

1. Empuje de Tierra


E1E1h = 1.046 TnE1v = 0.201 Tn


E2


E2h = 0.440 TnE2v = 0.085 A




P1 8.133 1.050 8.539P2 0.719 0.323 0.233P3 0.418 1.785 0.747P4 0.561 1.785 1.001P5 0.925 1.955 1.808P6 3.754 1.020 3.829E1v 0.201 1.700 0.342E2v 0.085 1.870 0.158SP -4.080 1.020 -4.162Total 10.716 12.496

Xv = 1.166Z = 0.284e = 0.138

3. Chequeos


P = 19.007 Tn/m2 = 1.901 Kg/cm2

Fc = 0.40 F'c = 700 Tn/m2

Luego700 > 19.007 OK

Así mismo (verificamos con la capacidad portante)

1.901 < 2.00 OK



FSV = 4.111 > 2.000 OK


f = 0.60 Para albañilería sobre grava

FSD = 4.328 > 1.500 OK

DISEÑO DE PILAR

DATOS:

Reacción del Puente 54.960 Tn Falta incrementar el peso del asfalto, nieve, sobrecarga en veredaReacción del Puente por Sobre carga 27.600 TnReacción del Puente por Impacto 8.280 TnAncho del puente 4.30 m.Longitud del puente 10.00 m.Numero de tramos 1.00 m.F'c del concreto 210.00 Kg/cm2Fy del Acero 4200.00 Kg/cm2

Caracteristicas del pilar Verificar espesor de la separación (junta de dilatación)

Largo 4.300Ancho 1.650Altura 3.000Altura de cimentación 1.500

0.400

0.881

0.967Recubrimiento Mínimo 0.05

Cargas Actuantes

Reac. Puente 54.960 TnReac. S/C 27.600 TnReac. Impac 8.280 Tn

0 Tn.m.21.984 Tn.m.31.603 Tn.m.14.352 Tn.m.

Combinación de Cargas

1.0 1.5 CM + 1.8 CV2.0 0.75 (1.5 CM + 1.8 CV + 1.8 CW )3.0 0.9 CM + 1.3 CW

En el presente análisis no se consideran los estados 2 y 3 por no tener demasiada influencia del viento

Luego

Pu = 1.5 Pd + 1.8 P(l+i) = 147.024 Tn.

Mux = 1.5 Mdx + 1.8 M(l+i) 56.886 Tn.m.

Muy = 1.5 Mdy + 1.8 M(l+i) 58.810 Tn.m.

Excentricidad en X ( ex )

Excentricidad en Y ( ey )

Excentricidad total ( e )

PD =PL =PI =

MDX = PD . EY =MDY = PD . EX =

M (L+I) X = PL + I . EY =M (L+I) Y = PL + I . EX =

ex

e

Generación de la curva de interacción (Mn , Pn)

Cuantia balanceada

b = 0.85*f´c*B1 0.021675Fy 0.003 Es + Fy

Siendo

max = 0.75* b = 0.01625625

usar = 0.004

Calculo del acero a emplear

As = 283.800 cm2

EmpleandoØ = 1 Pulg

As = 5.07 cm2 ( Area individual )Recubrimiento = 7.00 cm

Espaciam. /capas = 15.00 cm OK

necesitamos# de barras = 55.976 ( totales)

Usamos# de barras = 13 ( por capa)


Ø As 1 Capa 2 Capa 3 Capa 4 Capa

1 5.07 13 13 13 13

Flexión puraA B C a1 a276755 -553643.605 -5.72784264 7.21313789 -1.0346E-05

C (cm) E1 E2 E3 E4 fs1 (Kg/cm2) fs2

9.618 0.000816 -0.0038625 0.0416061 0.0462851 1714.617 -8111.204

0.003 * Es =

0.000 1000.000 2000.000 3000.000 4000.0000.000

2000.0004000.0006000.0008000.000

10000.00012000.00014000.00016000.000

CURVA DE INTERACCION

Colum...

Mn (Tn.m)

Pn

(T

n)

23 0.002087 0.0001304 0.0156522 0.0176087 4200.000 273.91324 0.002125 0.0002500 0.0148750 0.0167500 4200.000 525.00025 0.002160 0.0003600 0.0141600 0.0159600 4200.000 756.00026 0.002192 0.0004615 0.0135000 0.0152308 4200.000 969.23127 0.002222 0.0005556 0.0128889 0.0145556 4200.000 1166.66728 0.002250 0.0006429 0.0123214 0.0139286 4200.000 1350.00029 0.002276 0.0007241 0.0117931 0.0133448 4200.000 1520.69030 0.002300 0.0008000 0.0113000 0.0128000 4200.000 1680.00031 0.002323 0.0008710 0.0108387 0.0122903 4200.000 1829.03232 0.002344 0.0009375 0.0104063 0.0118125 4200.000 1968.75033 0.002364 0.0010000 0.0100000 0.0113636 4200.000 2100.00034 0.002382 0.0010588 0.0096176 0.0109412 4200.000 2223.52935 0.002400 0.0011143 0.0092571 0.0105429 4200.000 2340.00036 0.002417 0.0011667 0.0089167 0.0101667 4200.000 2450.00037 0.002432 0.0012162 0.0085946 0.0098108 4200.000 2554.05438 0.002447 0.0012632 0.0082895 0.0094737 4200.000 2652.63239 0.002462 0.0013077 0.0080000 0.0091538 4200.000 2746.15440 0.002475 0.0013500 0.0077250 0.0088500 4200.000 2835.00041 0.002488 0.0013902 0.0074634 0.0085610 4200.000 2919.51242 0.002500 0.0014286 0.0072143 0.0082857 4200.000 3000.00043 0.002512 0.0014651 0.0069767 0.0080233 4200.000 3076.74444 0.002523 0.0015000 0.0067500 0.0077727 4200.000 3150.00045 0.002533 0.0015333 0.0065333 0.0075333 4200.000 3220.00046 0.002543 0.0015652 0.0063261 0.0073043 4200.000 3286.95747 0.002553 0.0015957 0.0061277 0.0070851 4200.000 3351.06448 0.002563 0.0016250 0.0059375 0.0068750 4200.000 3412.50049 0.002571 0.0016531 0.0057551 0.0066735 4200.000 3471.42950 0.002580 0.0016800 0.0055800 0.0064800 4200.000 3528.00051 0.002588 0.0017059 0.0054118 0.0062941 4200.000 3582.35352 0.002596 0.0017308 0.0052500 0.0061154 4200.000 3634.61553 0.002604 0.0017547 0.0050943 0.0059434 4200.000 3684.90654 0.002611 0.0017778 0.0049444 0.0057778 4200.000 3733.33355 0.002618 0.0018000 0.0048000 0.0056182 4200.000 3780.00056 0.002625 0.0018214 0.0046607 0.0054643 4200.000 3825.00057 0.002632 0.0018421 0.0045263 0.0053158 4200.000 3868.42158 0.002638 0.0018621 0.0043966 0.0051724 4200.000 3910.34559 0.002644 0.0018814 0.0042712 0.0050339 4200.000 3950.84760 0.002650 0.0019000 0.0041500 0.0049000 4200.000 3990.00061 0.002656 0.0019180 0.0040328 0.0047705 4200.000 4027.86962 0.002661 0.0019355 0.0039194 0.0046452 4200.000 4064.51663 0.002667 0.0019524 0.0038095 0.0045238 4200.000 4100.00064 0.002672 0.0019688 0.0037031 0.0044063 4200.000 4134.37565 0.002677 0.0019846 0.0036000 0.0042923 4200.000 4167.69266 0.002682 0.0020000 0.0035000 0.0041818 4200.000 4200.00067 0.002687 0.0020149 0.0034030 0.0040746 4200.000 4200.00068 0.002691 0.0020294 0.0033088 0.0039706 4200.000 4200.00069 0.002696 0.0020435 0.0032174 0.0038696 4200.000 4200.00070 0.002700 0.0020571 0.0031286 0.0037714 4200.000 4200.00071 0.002704 0.0020704 0.0030423 0.0036761 4200.000 4200.00072 0.002708 0.0020833 0.0029583 0.0035833 4200.000 4200.000

Falta incrementar el peso del asfalto, nieve, sobrecarga en vereda

Verificar espesor de la separación (junta de dilatación) y

x

Se considera 4', por: 1' del extremo a la rueda y 3' del eje del tren de cargas

En el presente análisis no se consideran los estados 2 y 3 por no tener demasiada influencia del viento

4'

ex

ey

PD

PL

Ast Cuantia

263.64 0.00371586

fs3 fs4 C1 ( Kg ) C2 T1 T2 Mn (Tn.m)

4200.000 4200.000 113010.405 -534609.441 276822.000 276822.000 575.151

0.000 1000.000 2000.000 3000.000 4000.0000.000

2000.0004000.0006000.0008000.000

10000.00012000.00014000.00016000.000

CURVA DE INTERACCION

Colum...

Mn (Tn.m)

Pn

(T

n)

4200.000 4200.000 276822.000 18053.609 276822.000 276822.000 1574.5244200.000 4200.000 276822.000 34602.750 276822.000 276822.000 1621.8824200.000 4200.000 276822.000 49827.960 276822.000 276822.000 1668.0074200.000 4200.000 276822.000 63882.000 276822.000 276822.000 1712.9934200.000 4200.000 276822.000 76895.000 276822.000 276822.000 1756.9164200.000 4200.000 276822.000 88978.500 276822.000 276822.000 1799.8464200.000 4200.000 276822.000 100228.655 276822.000 276822.000 1841.8404200.000 4200.000 276822.000 110728.800 276822.000 276822.000 1882.9484200.000 4200.000 276822.000 120551.516 276822.000 276822.000 1923.2154200.000 4200.000 276822.000 129760.313 276822.000 276822.000 1962.6784200.000 4200.000 276822.000 138411.000 276822.000 276822.000 2001.3724200.000 4200.000 276822.000 146552.824 276822.000 276822.000 2039.3274200.000 4200.000 276822.000 154229.400 276822.000 276822.000 2076.5684200.000 4200.000 276822.000 161479.500 276822.000 276822.000 2113.1194200.000 4200.000 276822.000 168337.703 276822.000 276822.000 2149.0024200.000 4200.000 276822.000 174834.947 276822.000 276822.000 2184.2344200.000 4200.000 276822.000 180999.000 276822.000 276822.000 2218.8344200.000 4200.000 276822.000 186854.850 276822.000 276822.000 2252.8144200.000 4200.000 276822.000 192425.049 276822.000 276822.000 2286.1914200.000 4200.000 276822.000 197730.000 276822.000 276822.000 2318.9754200.000 4200.000 276822.000 202788.209 276822.000 276822.000 2351.1784200.000 4200.000 276822.000 207616.500 276822.000 276822.000 2382.8104200.000 4200.000 276822.000 212230.200 276822.000 276822.000 2413.8814200.000 4200.000 276822.000 216643.304 276822.000 276822.000 2444.3994200.000 4200.000 276822.000 220868.617 276822.000 276822.000 2474.3714200.000 4200.000 276822.000 224917.875 276822.000 276822.000 2503.8054200.000 4200.000 276822.000 228801.857 276822.000 276822.000 2532.7074200.000 4200.000 276822.000 232530.480 276822.000 276822.000 2561.0844200.000 4200.000 276822.000 236112.882 276822.000 276822.000 2588.9404200.000 4200.000 276822.000 239557.500 276822.000 276822.000 2616.2814200.000 4200.000 276822.000 242872.132 276822.000 276822.000 2643.1124200.000 4200.000 276822.000 246064.000 276822.000 276822.000 2669.4374200.000 4200.000 276822.000 249139.800 276822.000 276822.000 2695.2604200.000 4200.000 276822.000 252105.750 276822.000 276822.000 2720.5844200.000 4200.000 276822.000 254967.632 276822.000 276822.000 2745.4144200.000 4200.000 276822.000 257730.828 276822.000 276822.000 2769.7524200.000 4200.000 276822.000 260400.356 276822.000 276822.000 2793.6034200.000 4200.000 276822.000 262980.900 276822.000 276822.000 2816.9674200.000 4200.000 276822.000 265476.836 276822.000 276822.000 2839.8484200.000 4200.000 276822.000 267892.258 276822.000 276822.000 2862.2504200.000 4200.000 276822.000 270231.000 276822.000 276822.000 2884.1724200.000 4200.000 276822.000 272496.656 276822.000 276822.000 2905.6194200.000 4200.000 276822.000 274692.600 276822.000 276822.000 2926.5924200.000 4200.000 276822.000 276822.000 276822.000 276822.000 2947.0934200.000 4200.000 276822.000 276822.000 276822.000 276822.000 2965.8744200.000 4200.000 276822.000 276822.000 276822.000 276822.000 2984.2244200.000 4200.000 276822.000 276822.000 276822.000 276822.000 3002.1414200.000 4200.000 276822.000 276822.000 276822.000 276822.000 3019.6274200.000 4200.000 276822.000 276822.000 276822.000 276822.000 3036.6814200.000 4200.000 276822.000 276822.000 276822.000 276822.000 3053.303

0.00058.810

Se considera 4', por: 1' del extremo a la rueda y 3' del eje del tren de cargas

Pn (Tn) e (m)

0.000 Infinito

1065.255 1.4781139.371 1.4231212.162 1.3761283.782 1.3341354.362 1.2971424.012 1.2641492.828 1.2341560.894 1.2061628.283 1.1811695.058 1.1581761.275 1.1361826.983 1.1161892.226 1.0971957.043 1.0802021.467 1.0632085.530 1.0472149.261 1.0322212.683 1.0182275.819 1.0052338.691 0.9922401.315 0.9792463.710 0.9672525.889 0.9562587.869 0.9452649.660 0.9342711.276 0.9232772.726 0.9132834.021 0.9042895.170 0.8942956.180 0.8853017.061 0.8763077.820 0.8673138.462 0.8593198.994 0.8503259.422 0.8423319.751 0.8343379.987 0.8273440.134 0.8193500.196 0.8113560.178 0.8043620.083 0.7973679.915 0.7903739.677 0.7833799.373 0.7763856.939 0.7693914.505 0.7623972.071 0.7564029.638 0.7494087.204 0.7434144.770 0.737

13771.863 0.000147.024 0.400

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