DISEÑO VIGA POSTENSADA FIN

8/12/2019 DISEO VIGA POSTENSADA FIN

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M CALCULO

A- PREDIMENSIONAMIENTO

LUZ DEL PUENTE mts LUZ (L)= 45 ?PERALTE VIGA H=L/22 2.0

ESPESOR LOSA mts E=0.10 + S/30 0.2 ?NUMERO DE VIAS 2

B-DISEO DE VIGASU (mts)

Ancho de va A=3.60+3.00*(n-1) ( A )= 3.60Long. Vereda (C)= 0.50

baranda altura = 0.75ancho = 0.25Ancho de viga b=0.02*raiz(S) (b)= 0.50

f =H - E (f) = 1.80Espesor de losa E = 0.10 + S/30 (E)= 0.20

(g)= 0.25m= S/2 (m)= 1.10

Separacin Vigas (S)= 2.20(a)= 0.80

ELECCION DE LA VIGA

AREA = 1,012.31in2 = 0.65 m2

Peso concreto = 2.40 ton/m3

Peso propio = 1.56 ton/m

Md = 394.88 ton-m

Metrado de cargasPeso losa = E*(a+S/2+b)*2,4 T/M3 1.152 Tn/m

asfalto = 0,05*S*2 0.220 Tn/m

vereda = c*g*2.4 T/M3 0.300 Tn/m

baranda = 0,25*0.75*2,4 T/M3 0.45 Tn/m

Wd = 2.122 Tn/mMdS = 537.13125 ton-m

2-MOMENTO POR SOBRECARGA CAMION H S-20 + LINEA DE CARGA

Ra = 15.84665644 ton

Ms/c=Ra*(L/2-4.98+4.27)-3.636*4.27 329.77 tn-m

W= 0.954 Ton/m

Ms/c = WL 2/8 = 241.48125 tn-m

Ms/c = 571.25 tn-m

3-LINEA DE CARGAW= 0.954 TON/m

P = 8.182 TON/m

Ms/c = 333.52875 tn-m

4-CARGAS POR EJE TANDEM + LINEA DE CARGARa = 11.27506 ton

Ms/c=Ra*(L/2-0.305) 250.2499567 tn-m

W= 0.954 Ton/m

Ms/c = WL 2/8 = 241.48125 tn-m

Mtandem+ lnea de carga 491.73 tn-m

Tomando el mayor Mom ( ML ) 571.25 n-m

4- DISTRIBUCION DE SOBRECARGA POR VIGA

Para prefabric. DFm= S /5.5 = 1.31

ML = ML via * DFm/2 = 374.16875 n-m

5-MOMENTO POR IMPACTOI=50/(L+125) 0.18

Momento de impacto (Mi) 67.35 tn-mI < =0,3 I = 0.18

6- ELECCION DE LA SECCION DE LA VIGA

r = 0.80 asume que las prdidas dependientes del tiempo es del 20%

Md = 394.88 tn-m Momento debido peso propio de la viga

Msd = 537.13 tn-m Momemnto debido peso de la sobrecarga(losa,vereda,baranda,asfalto)

ML = 441.52 tn-m Momento debido a sobrecarga viva

DISEO VIGA POS TENSADA

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M CALCULO

f'c = 350.00 kg/cm2 Resistencia a compresin a los 28 das

f'ci =0.70*f'c 280.00 kg/cm2

fti (Mpa)= 0.25*f'ci^0.5= -13.23kg/cm2 esfuerzo adms. Inicial a la traccin del concreto en la transferencia

fci (Mpa) =0.60*f'ci = 168.00 kg/cm2 esfuerzo adms. Inicial a la compresin del concreto en la transferencia

ft (Mpa) = 0.62*f'c^0.5 = -36.67kg/cm2 esfuerzo adms. a la traccin del concreto bajo cargas de servicio

fc (Mpa) = 0.45*f'c = 157.50 kg/cm2 esfuerzo adms. a la compresin bajo cargas de servicio

St >= -629,224.67 cm3 -38,414.20 pulg3 1000

Sb >= -618,241.66 cm3 -37,743.69 pulg3

de tabla 4.3 Usaremos una seccin TIPO TO 2750

PROPIEDADES SECCION SECCIONGEOMETRICAS mm cm

A (cm2) 310,000.00 3,100.00

I (cm4) 41,020,000,000.00 4,102,000.00

Ys (cm) 500.00 50.00

Yi (cm) 500.00 50.00

Cs 264.65 26.47

Ci 264.65 26.47

St (cm3) 82,040,000.00 82,040.00

Sb (cm3) 82,040,000.00 82,040.00 1.02

H (cm) 1,000.00 100.00

r 2 132,322.58 1,323.23

ec 16.54 42.00

ESFUERZOS ADMISIBLES EN LA TRANSFERENCIA

ESFUERZOS ADMISIBLES NE 060 ART. 18

ESFUERZOS ADMISIBLES BAJO CARGAS DE SERVICIO

Resistencia a la compresin del concreto al momento del

resfuerzo al tiem o de la transferencia de tensiones al

cti

LSDDt

frf

MMMrs

1

cits

LSDDb

rff

MMMrs

1

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M CALCULO

8.2.- POSTENSADO ESTABLE1RA. FASE CON M1 (PESO PROPIO)

n = Pe / Pi 0.85

Pe = 85% Pi = 215,050.00 Kg TRACCION (-)COMPRESION (+)

-40.70kg/cm2

179.44 kg/cm2

ESFUERZOS DEBIDOS A M1 = 3,642,500.00Kg-cm

44.40 kg/cm2

-44.40kg/cm2

sumando

t= 3.700 Kg/cm2 < -36.67 kg/cm2 NO PASAb= 135.040 Kg/cm2 < 157.50 kg/cm2 BIEN OK

0 0

135.04 0.00

3.70 1.00

0 1.000

2DA. FASE CON M1 (PESO PROPIO) y Ma (CARGAS DE SERVICIO)Pe = 85% Pi = 215,050.00Kg TRACCION (-)

COMPRESION (+)

-40.70kg/cm2

179.44 kg/cm2

ESFUERZOS DEBIDOS A M1 = 3,642,500.00Kg-cm

44.40 kg/cm2

-44.40kg/cm2

ESFUERZOS DEBIDOS A Ma = 12,500,000.00Kg-cm

152.36 kg/cm2

-152.36 kg/cm2

sumando

t= 156.060 Kg/cm2 < 157.50 kg/cm2 BIEN OKb= -17.320 Kg/cm2 < -36.67 kg/cm2 BIEN OK

135.04

3.70

0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

0.8

0.9

1

Y

(m)

ESF (Kg/cm2)

POSTENSADO ESTABLE

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M CALCULO

0 0

-17.32 0.00

156.06 1.00

0 1.000

LA VIGA SATISFACE TODAS LAS CONDICIONES DE VERIFICACION DE ESFUERZOS ADMISIBLES EN LA SECCION CENTRAL DE MAXIMO MOMENTO DE CARGA EXTERNA

8.3.- Verificacin de esfuerzos en el acero de preesfuerzo

Segn la norma ASTM A416 para cordones de 1/2" Gr 250 se tiene:

Tu = 160.10 KN

aps = 92.90 mm2

Resistencia a la ruptura en los cables fpu = 1,723.36 Mpa

fpy = 0.9 x fpu 1,551.02 Mpa

nmero de cables (n1)= 2.00

nmero de cordones por cable (n2) = 12.00

Aps = n1 x n2 x aps = 22.30 cm2

r eesfuerzo en e l momen to de la t rans fe renc ia fpu i = Pi / Aps

fpui = Pi / Aps = 1,134.53 Mpa

El esfuerzo admisible a verificar es:

0.82 fpy = 1,271.84 Mpa

Este esfuerzo admisible no debe exceder :

0.74 fpu = 1,275.29 Mpa

0.82fpy > fpui OK

8.4.- Seguridad a la fisu racin : Mn > 1.20 McrMomento de fisuracin Mcr = Si (fr + fpe)

fr = 0.62 f'c = 3.67 Mpa

Mdulo de la seccin en la fibra inferior Si = 82,040.00 cm3

Esfuerzo estable de preesforzado fpe = 179.44 Kg/cm2

1.20 Mcr = 2,127.86 KN-m

Mn = 2,450.00 KN-m

Mn > 1.20 Mcr OK

-17.32

156.06

0

0.1

0.2

0.3

0.4

0.5

0.6

0.7

0.8

0.9

1

Y

(m)

ESF (Kg/cm2)

POSTENSADO ESTABLE

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M CALCULO

fpy/fpu = 0.90

p = 0.28Ne = 215,050.00 Kg

Aps = 22.30 cm2

fse = N/Aps = 964.35 Mpa

0.5fpu = 861.68 Mpa

fse > 0.5 fpu aplic ar ecuacin 19.6

1 = 0.8

dp = 920 mm

b = 650 mm

0.0037f'c= 35 Mpa

fps = 1,613.47 Mpa

Clculo de la resistencia nominal :

h ala = 14.00 cm

suponiendo que es menor que h, Alt ura del bloque

de esfuerzos "a" = 18.61 cm,

como a es mayor que h se

encuentra en el alma, bloque

de compresiones no es

rectangular

Clculo de a: b=

650.00

h= 140.00 140.00

h1= 40.00 40.00

150.00

A1 = 150.00 a

A2 = 35,000.00 mm2

A3 = 35,000.00 mm2

A4 = 5,000.00 mm2

A5 = 5,000.00 mm2

Aps = 2,230.00 mm2

fps = 1,613.47 Mpa

f'c = 35.00 Mpa

a = 272.95 mm

At = 120,942.50 mm2

Esfuerzo de Traccin T = Aps.fps = 3,598.04 KN

lo repartimos proporcional a cada rea

F1 = 1,218.04 KN

F2,3 = 2,082.50 KN

F4,5 = 297.50 KNd1 = dp - a/2 = 783.525 mm

d2 = dp - h/2 = 850.00 mm

d3 = dp - h -h1/3 766.67 mm

Mn = 2,657.32 KN-m

Mu = 2,334.95 KN-m

OK, Mn > Mu

Area1

Area 3 Area2

Area 4 Area 5

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M CALCULO

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