HOJA CALCULO PUENTE ASHHTO

DISEÑO PUENTE LOSA

PROYECTO :

EXPEDIENTE :

UBICACIÓN :

EVALUADOR :

ZONAL :

DATOS:LUZ EFEC.(L) 12.00 M

SOBRECARGA = HS25 SOBRE CARGA EQUIVALENTE

P = 4.54 TN P= 10.2 TN-M

P.E. (C°) = 2.40 TN/M3 Q= 1.2 TN-M

F'C = 210 KG/CM2

F'Y = 4200 KG/CM2

FC = 84 KG/CM2

FS = 1680 KG/CM2

r = 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' = 30.00 CM

Ø' = 0.85

ANCHO CAJUELA= 0.60 M

ANCHO VIA 3.6 M

A. ANALISIS TRANSVERSAL

PREDIMENSIONAMIENTO

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

h = L/15 0.80 mts 0.78

¿ Cual es el espesor a usar = 0.80 mts

METRADO DE CARGAS

Consideremos un metro lineal de losa, transversalmente:

Losa 1.92

Asfalto 0.09

Losa (Wd) = 2.01 TN/M de losa

MOMENTO POR PESO PROPIO ( Md )

Wd (TN/M) = 2.01

12

6 6

Y=( L/2 * L/2 ) / L 3.00 M

Md = Wd*L*Y/ 2 36.18 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 : HS25 CL

4P 4P

P

a= 0.72 calcular por momentos

ANALISIS DE LA PRIMERA POSICION

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

R

4P 4P

P

0.98 4.3 4.3 2.42

6 6

F1= 1.932

F2= 3.00

F3= 2.957

F4= 0.900

M = 4P*F2 53.64 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)= 53.64 53.64

a a

R

L/2-a-4,30

L/2-a

L/2

L/2+a

L/2-a+4,30

F1F2F3

F4

Recordemos que los 4535 Kg es el peso por eje, siendo el de rueda la mitad.

4.27 4.27

4P 4P

P

1.7 4.3 4.3 1.7

F1= 3.000

F2= 1.459

F3= 1.459

MOMENTO POR CARGA VIVA PRODUCIDO POR EL TREN DE CARGAS CUANDO SE ENCUENTRE AL CENTRO DE LUZ

Mu=4P*F1

Mu= 54.420 TN-M

DETERMINEMOS EL ANCHO EFECTIVO ( E ): Ancho= 4400

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

L1= 12000 W1= 4400

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

E1= 3302 mm

N= 0.717

d1= 4.3

d2= 4.3

E = 1.219 + 0.06 L 1.94 < 2.13 OK

MOMENTO MAXIMO PRODUCIDO POR S/CTIPO CAMION SEMITRAILER SOBRE UN METRO UNITARIO DE PUENTEEntonces el valor del momento máximo por metro de losa será :

Momento Por Via ML =Mu/E 28.066 TN-M

MOMENTO PRODUCIDO POR LA SOBRE CARGA EQUIVALENTE SEMITRAILER HS25

SOBRECARGA EQUIVALENTE ( Meq ):

10.2 TN-M

1.2 TN-M

6 6

F3F1

F2

F1

Meq = ( Q*L/2*F1)+(P*F1) 52.20 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 :

Mmax= 17.11 TN-M

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

ancho de losa debido a la sobrecarga americana es:

Mmáx = ML = 28.07 TN-M Dato para diseño de acero

COEFICIENTE DE IMPACTO ( I ):

I = 15.24/ (L+38) = 0.30 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 8.42 TN-M

C. DISEÑO

VERIFICACION DEL PERALTE POR SERVICIO :

M = Md+ML+MI 72.67 TN-M

Valor del momento por metro de ancho de losa.

DETERMINACION DEL PERALTE

d = RAIZ (2*M / FC*K*J*b) 77.19 < 80

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

Recubrimiento = 5 cm

Entonces d = 75.00 cm

h = 0.80 75 cm

REFUERZO INFERIOR

5 cm

CALCULO DE ACERO NECESARIO POR m DE ANCHO DE LOSA PARA DISEÑO DE SERVICIO

Asp = M / ( FS*J*d ) = 64.70 cm2

DISEÑO POR ROTURA:

Mu = 1.25* Md+1.75*(ML+MI)) = 121.39 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 = 591.34 cm2

As2 = 46.16 cm2

Y

Y

luego: Asp = 46.16 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 = 15.88 < 50% OK

Asr = 7.33 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 = 14.40 cm2

DISTRIBUCION DEL ACERO :

a. Acero principal :

Asp = 46.160 cm2

Empleando varillas de Ø 3/4" :

As(1") = 5 cm2

Espaciamiento (S) :

S = 10.83 cm

S = 0.108 m

USAR Ø 1" Cada 21.664

b. Acero de repartición :

Asr = 7.33 cm2


As(1/2") = 1.27 cm2

Espasiamiento (S) :

S = 17.33 cm

S = 0.17 m

USAR Ø 1/2" Cada 17.33

c. Acero de temperatura :

Ast = 14.40 cm2


As(5/8") = 1.98 cm2

Espasiamiento (S) :

S = 27.50 cm

S = 0.28 m

USAR Ø 5/8" Cada 27.50

DISTRIBUCION DE ACERO EN LOSA DE PUENTE12.60

Ast = Ø 5/8" Cada 0.28 cm

0.80

Asp = Ø 1" Cada 21.664 Asr = Ø 1/2" Cada 17.33

D. DISEÑO DE VIGA SARDINEL

30.00

b=0,20m para Losas de 5-6m.

0.25 b=0,25m para Losas de 7-8m.

b=0,30m para Losas de 9-10m.

0.80

METRADO DE CARGAS:

Peso propio = 0.756 TN / M

P.Baranda = 60 a 80 k 0.08 TN / M

Wpp = 0.836 TN / M

Determinemos el momento por carga permanente al centro de luz :

Mw = Wpp*L*L/ 8 15.05 TN-M

E = 1.219+0.06*L = 1.94 m

X = 1 PIE = 0.3048 m

P' = 2*P*(0.5*E-X)/E = 0.34 P

P' = 3.11 TN

Donde P es el peso de la rueda más pesada :

P = 9.07 TN

MOMENTO POR SOBRECARGA AL CENTRO DE LUZ (ML) :

ML = P' * L/4

ML = 9.33 TN-M

MOMENTO POR IMPACTO ( MI ):

MI = I * ML

MI = 2.80 TN-M

VERIFICACION DEL PERALTE POR SERVICIO :

M = Mw+ML+MI = 27.17 TN-M

DETERMINACION DEL PERALTE :

d = RAIZ (2*M / FC*K*J*b') < h+25

d = 86.18 < h+25 OK

Si el recubrimiento es r = 5.00 cm.

b'

cm

cmcm

Entonces el peralte sera d = 105.00 cm, para tener el mismo fondo que la losa.

ACERO POR SERVICIO :

As = M / ( FS*J*d ) = 17.28 cm2

DISEÑO POR ROTURA:

Mu = 1.3*( Mw+1.67*(ML+MI)) = 45.89 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 = 880.78 cm2

As2 = 11.72 cm2

luego:

As = 11.72 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

0.30

4 varillas de Ø 3/4

1.05


VERIFICACION POR CORTE

12.00

4.27 4.27

P P

P/4

DONDE:

Y1= 1.00 M

Y2= 0.64 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

Y1Y2

Y3

LUEGO: V(L) = 14912.59 Kg

CORTANTE POR PESO PROPIO

Vpp = Wpp*L/2

Vpp = 5016.00 Kg

CORTANTE POR SOBRECARGA

30.00

0.25

d = 1.05

0.80

r = 0.05

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

Donde:

a = E/2 - 0.3048

a = 0.66

Entonces:

Vs/c = 6645.76 Kg

CORTANTE POR IMPACTO

Vi = I * V(L)

Vi = 4473.78 Kg

CORTANTE TOTAL

Vt = Vpp+Vs/c+Vi

Vt = 16135.53 Kg

DISEÑO DE CORTANTE POR ROTURA

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

Vt(u) = 30661.31 Kg

ESFUERZO CORTANTE NOMINAL EN ROTURA

Vu = Vt(u)/ Ø'* b*d

Vu = 11.45 Kg/cm2

ESFUERZO CORTANTE RESISTENTE DEL CONCRETO

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

Vc = 7.68 Kg/cm2

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 = 52.72 cm

El espaciamiento entre barras sera :

.3048

a

E/2

V(L)b'

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

30.00

750 Kg/ml 0.25

0.80

d= b' - 0.05

d= 0.25 m

MH = 750*d

MH = 187.50 Kg/ml

VERIFICACION DEL PERALTE

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

d = 3.92 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

0.30


1.05

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


b'

d

MOMENTO MAXIMO PRODUCIDO POR S/CTIPO CAMION SEMITRAILER SOBRE UN METRO UNITARIO DE PUENTE

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

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

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

cm

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

1@0,05, 3@0,10, 2@0,15 resto @ 0,30

DISEÑO PUENTE VIGA-LOSA

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

1.00 mESPESOR LOSA t (mm) = 1.2(S+3000)/30

t = 196.00 mm t = 19.60 cm minimo 17.5 cm0.20 mt

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

(f)= 0.800espesor 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 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 4,200.0

f'c = 280.0 280.0

fc = 0,4*f'c 112.0 112.0

fs = 0,4*fy 1,680.0 1,680.0r = fs / fc 15.0 15.0

Es = 2.0E+06 2.1E+06

250,998 250,998n = Es/Ec >= 6 7.968 8.367Usar n = 8 8k = n / (n + r) 0.348 0.348j = 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 propio

0.191 Tn-m/mRueda trasera

Modificacion por 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 KLb

Momento por sobrecarga Pr = 7.400 Tn

1.2 * Pr = 8.880 Tn <==== Carga viva Modificada

donde : 2.286 Tn-m/m

Momento por Impacto

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

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


Hallando los momentos por servicioMs = 3.163 Tn-m/m

El peralte mínimo es :

d req. = 13.553 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. 1.00 BIEN

DISEÑO POR SERVICIO

As = Ms/(fs*j*d) As = 12.540verificando la cuantía mínima

As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.661As mín < As 1.000 BIEN

Tomamos 12.540Cálculo del espaciamiento

Si consideramos acero 5/8" 1.979El menor de los tres : @ = 15.784 cm

1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 15.00 cm

Tomar como peralte de la Viga, H =

Como espesor de la losa se puede asumir, t =

bw =0,02*L*(S')1/2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Ec = 15,000 (f'c)(1/2) = Kg/cm2

MD = Wd*S2/10 MD =

ML = ( S + 2' ) / 32' x Pr

ML = ( S + 0,61 ) / 9,75 x Pr

ML =

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

MI =

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2)

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

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

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

Mu = 1.25 Wd + 1.75 ( Wl + Wi )para Flexion y Traccion de Concreto Armado

1.0 Acero Principal1.1 Acero positivo y negativo

M+/- = 5.440 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.621541 0.108103

0.078459 0.005231

183.599

8.884

Usamos: 8.884 a = 1.57 cm

verificando la cuantía mínima




1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 25.00 cm

2.0 Acero por distribución

Siendo :donde :positivo

Asp: Acero principal positivo Asp = 8.884S : luz libre entre las caras de vigas, en m. S = 1.900 m

79.84 =< 67 %67.00

5.952Cálculo del espaciamiento

Si consideramos acero 1/2" 1.267 @ = 21.283 cm

Usar 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

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646Cálculo del espaciamiento


3*t = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar 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 por peso propioSección 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

0.507 Tn-m/m

Momento por sobrecarga

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 cm X = 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 Mu

0.779 Tn-m/m Asfalto

Momento por impacto

Mi = I*Ml 0.234 Tn-m/m

f = 0.90

M+/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))

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 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

As+/- = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

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

cm2

a : porcentaje del acero principal positvo a =a =

Asd+ = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

MD =

ML =

ML =

MI =

c zXX1

ng

tu

ai

1

23

4

5

Pr

p

q

0,05

g

DISEÑO POR SERVICIO :

Ms = 1.520 Tn-m/m



Tomamos 6.025

Cálculo del espaciamiento


1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 2.406 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.666228 0.111082

0.033772 0.002251

188.659

3.824

Usamos: 3.824 a = 0.67 cm

Verificando con Acero negativo de la losa 8.884

0.00 SE HARAN PASAR LAS BARRAS DE ACERO NEGATIVO DEL TRAMO INTERIOR

Tomamos As = 8.884

No es necesario calcular espaciamiento


1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 25.00 cm

Acero por distribución

Siendo :

Asp: Acero principal negativo Asp = 8.884L : luz efectiva del volado (2*a), en m. L = 1.500 m

89.853 =< 67 %67.000

Asd = 5.952Cálculo del espaciamiento



Acero de temperatura y contracción

Siempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646



3*t = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar 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 por peso propioSección 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/m7 Post:(,25+,2)/2*,65*,2/2,179 0.032 0.413 0.013 Tn-m/m

Vd = 0.284 0.086 Tn-m/m

Ms = MD + ML + MI

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Mu +/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

As- = cm2/m

As > As-

cm2

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

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

cm2


cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

MD =

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

Peatonal s/c = 0.360La sobrecarga tambien se afecta por el factor de via que es de 1.2

Peatonal - Factor 1.2*s/c = 0.432Mpost = 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

1.214 Tn-m/m


Hallando los momentos por servicio1.300 Tn-m/m


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. 1.000 BIEN



As mín = 14*b*d/fy As mín = 5.455As mín < As 0.000 USAR CUANTIA MINIMA



1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

DISEÑO POR ROTURA

Mu = 2.232 Tn-m/ma = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.666257 0.111084

0.033743 0.002250

181.789

3.681

Usamos: 3.681 a = 0.65 cm


Tomamos As = 5.455



1,5*t = 30.000 cm45 cm 45.000 cm

Usar acero 5/8" @ = 30.00 cm

Acero por distribución

Siendo :donde :

Asp: Acero principal negativo Asp = 5.455L : luz efectiva del volado (2*0,55), en m. L = 1.100 m

104.926 =< 67 %67.000

Asd = 3.655




Acero de temperatura y contracciónSiempre que no exista otro refuerzo

Ast >= 1/8

Ast >= 2.646

Como es enmallado, Ast = 2.646

Lb/pulg2

Tn/m2

Tn/m2

ML =

Ms = MD + ML + MI

Ms =

d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2)

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Mu +/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Asd = a*Asp

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

cm2


cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

pulg2/pie

cm2/m

cm2/m



3*g = 60.000 cm45 cm 45.000 cm

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

Chequeo por cortante

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 = 14.513 Tn/m12.336 Tn/m

12.336 > 0.658 1.000 BIEN

DISEÑO DE SARDINEL

Momento por sobrecargaAASHTO V = 500.000 Lb/pie

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/m

Mu = 0.333 Tn-m/m

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

a = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.696695 0.113113

0.003305 0.000220

226.226

0.441

Usamos: 0.441 a = 0.08 cm

verificando la cuantía mínima


Tomamos As = 6.667Cálculo del espaciamiento


Usar 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 varillas de la vereda se está del lado de la seguridad.

Chequeo por cortante

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

Fuerza cortante que absorbe el concreto:

Vc = 17.737 Tn/m15.077 Tn/m

15.077 > 1.330 1.000 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/m3 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

distancia entre eje delantero e intermedio ( 14' ) 4.300 m

distancia entre eje intermedio y posterior ( 14' - 30' ) 4.300 mn = distancia del centro de luz a la sección donde se produce el Momento Flector Máximo según Baret

n = n = 0.717 m X = 6.78333333333333 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) = W1 = 0.228 Tn

Por Baret A X m de la izq.

Momento por viga diafragma (Mvd) : Mvd Mvd (Tn-m) Mvd (Tn-m)Si son 3 vigas diafragmas W1*(L-2*n)/4 = 0.773 0.855Si 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

@ = Af*b/At

Af = cm2

Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

Vc =0,53*(f'c)1/2*b*dfVc =

fVc > Vu

H = g + n < 10"

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

As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

cm2/m

@ = Af*b/At

Af = cm2

Vu = 1,25*VD+1.75*(VL+VI)

VL =

Vc =0,53*(f'c)1/2*b*dfVc =

fVc > Vu

Según BARET, cálculo de n :

d1 = d1 =

d2 = d2 =

(4*d2-d1)/18 Si d1 = d2 = d = 14'

hd*ad*S/2*2,40 Tn/m3

d2 = 14', L > d2 = 30', L >

Momento por peso propiode viga diafragma (Mvd) :

Usamos Momento por diafragmaPor Baret : Mvd = 1.628 Tn-mEn centro de Luz Mvd = 1.710 Tn-m

Momento por peso propio (Mpp) : Mpp = wd*(L/2-n)*(L/2+n)/2 Mpp = wd*(L-X)*X/2

Por Baret : Mpp = 67.586 Tn-mEn centro de Luz Mpp = 68.209 Tn-m

A C

B

Por Baret : 69.215 Tn-m

En centro de Luz 69.919 Tn-m

2.0 MOMENTO POR SOBRECARGA

2.1.- SOBRECARGA HL - 93 +CARGA DISTRIBUIDA

B = (L/2-n)*(L/2+n)/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 m

1.245Por 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

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

11.200 Tn

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 )



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

I = < 0.300Tomamos ==> I = 0.300

Momento de impacto



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 1 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 aceroa = As*fy/(0,85*f'c*b)

1.638398 0.109227

0.061602 0.004107

2,211.837 b debe ser mayor a:

83.163 42.0351009367553

Usamos: As = 83.163 a = 6.52 cm

CL

P 4P R 4P

d1 n n d2-2*n

Momento Total Carga Muerta (MD) = Mpp + Mvd

MD =

MD =

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

Ms/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

CCC =1+(A-10')/(bw+S)) CCC =

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 =

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 =

dT = 4' dT =

ML =

ML =

MI =

MI =

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

As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

cm2

L/2 L/2

L/2+n

L/2-n

Distribución del Acero

Si consideramos acero 1" 5.07 2.50 cm# barras = 16.412 barras

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

As = 86.140

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

distancia entre barras = eh = 3.75 cmrecubrimiento lateral = rec = (1.50") = 3.75 cm

3/8 0.95 cm

Ancho mínimo de la viga b = 43.155 cm

0.000 RECALCULAR

E3-VERIFICACIONES

1.00 Verificación del peraltePor Baret : Ms = 175.586 Tn-mEn X : Ms = 138.805 Tn-m

Tomando el mayor Mom ( Ms ) Ms = 175.586 Tn-m

d = 67.319 cmH = 100.00 cm

d < H - 13 cm = 87.00 cm 1.000 BIEN

2.00 Verificando la cuantía

Cálculo de la cuantía balanceada 0.850.02833

Siendo : 0.02125 0.00279la cuantía de la viga es : As/(b*d)

0.00425 1 BIEN1.000 BIEN

3.00 Para no verificar deflexiones 0,18f'c/fy = 0.012001.000 BIEN

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

t = 20.000 cm1.000 BIEN

5.00 Verificación por Fatiga en Servicio

Mf = 79.78 Tn-m

1,164.009

Momento mínimo por servicioMmín = 69.919 Tn-m

1,020.157

Rango de esfuerzos actuantes

143.852

Rango de esfuerzos admisibles se puede asumir r/h = 0.3

1,298.708

Se debe cumplir que : 1.000 BIEN

6.00 Verificación por Agrietamiento

Esfuerzo máximo admisible

Exposición moderado Z = 30,000.00

Usamos : Exposición severa Z = 23,000.00recubrimiento = 5.08 cm espac. vertic (ev) = 3.81 cm.

dc = 7.28 cm d X = 12.00 cm < 10.00 cm

0.000 Disminuir dUsamos : X = 12.000 cm Centroide del refuerzo

A = 2*X*b/#barras A = 49.412 X dc

fsmáx = 3,233.634 12.00 b

fsact = 1,164.009 0.350fsact < fsmáx 1 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/2POR PESO PROPIOVdpp = wd*(L-2*X)/2 Vdpp = 0.000 TnVdvd = W1*(# diafragmas/2-[# diafragmas/2]+1) Vdvd = 0.342 Tn

0.342 TnPOR SOBRECARGA HL - 93

Si X = 0,00 => Ccc1 = 1,00 si no Ccc1 = Ccc Ccc1 = 1.245

12.810 TnPOR SOBRECARGA EQUIVALENTE

11.794 TnW = 645 Lb/pie W = 0.960 Tn/m

5.897 Tn

2.948 TnPOR SOBRECARGA EJE TANDEM

10.304 Tn

5.152 Tn

TOMANDO EL MAYOR CORTANTE ( Vl ) 12.810 Tn

Af = cm2 fbarra =# barras = As / Af

cm2

1,5 fbarra =

festribo =Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms*/(fc*j*k*b))(1/2)

rb = (0,85*f'c*b1/fy)*(0,003Es/(0,003*Es+fy) b1 =rb =

rmáx = 0,75*rb = rmín = 0,7*f'c^1/2/fy=r =r = r > rmín

r < rmáx

rmáx =r < rmáx

a < t

a < t

Mf = 0.75 *( ML + MI )

fsmáx = Ma/(As*j*d) fsmáx = Kg/cm2

Mmín = MD

fsmín = Mmín/(As*j*d) fsmín = Kg/cm2

Df = fsmáx - fsmín

Df = Kg/cm2

ff = 1470 - 0,33 fsmín + 551,2 (r/h)

ff = Kg/cm2

ff > Df

fsmáx = Z/(dc*A)(1/3)

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

Kg/cm2

VD = Vdpp + Vdvd VD =

VL = (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

VL S/C =

VL eq = PV*(L-X)/L+W*(L-2*X)/2 Si X < L/2

PV = 26,000 Lb PV =

VL eq =

Por viga = VL eq/2 VL eq =

VL 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 =

Por viga = VL et/2 VL et =

VL =

POR IMPACTO

3.843 TnDISEÑO POR ROTURA

Vu = 36.525 TnEsfuerzo cortante último

11.595Esfuerzo cortante resistente de concreto

| 0.00425

Vu*d/Mu = 0.121 USAR = 0.121

para esfuerzo de corte 0.85 8.869

8.456 7.538

7.188 7.188

0 SI NECESITA ESTRIBOS

Av = 2.534

S = 68.982 cm 0.00045.00 cm

Smáx = 86.86 cm

Colocar estribo de 3/8" 5 @ 0.107 @ 0.20

10 @ 0.30Resto @ 0.40

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

8.614El espaciamiento entre barras :

El menor de : 30 cm = 30.00 cmbw = 35.00 cm

Usamos S = 30.000 cmNumero de fierros será: # fierros = (H - 15)/S

# fierros = 2.883Usamos # fierr. = 2.00 unidades por lado

As = 2.154

1.979

F.- DISEÑO DE VIGA DIAFRAGMA

1.0 MOMENTO POR PESO PROPIO

Según datos las dimensiones son :

Ancho vigas diafragmas (ad)= 0.200Peralte 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 : 8

Mpp = 0.152 Tn - mMpp = 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 = 11.54404742 (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 pp + M s/c 1.125 1.125

M = 6.645 Ton - m

VI = I*VL VI =

Vu = 1,3*(VD+(5/3)*(VL+VI))

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

uc =(0,5(f"c)^1/2+175*r*Vu*d/Mu) r = uc =0,53(f"c)^1/2

175*r*Vu*d/Mu < 1,00

f = uc = Kg/cm2

uc = Kg/cm2 fuc = Kg/cm2

fuc = Kg/cm2 fuc = Kg/cm2

uu < fuc

Usando estribos de f = 1/2" cm2

S = Av*fy/((uu-fuc)*b)S < d / 2 =

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

ASL = 10% Aspp ASL = cm2

cm2 / barralo cual es aproximadamente una varilla de f = 5/8"

Af = cm2

w * l 2

L/2 L/2

0 DISEÑO POR SERVICIO

M = 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) = 250998.007960223 Kg/cm2n = Es/Ec >= 6 7.96819072889596Usar n = 8k = n / (n + r) 0.347826086956522j = 1 - k / 3 0.884057971014493fc*j*k = 34.4398235664776


Hallando los momentos por servicioMs = 6.645 Tn-m/m


d req. = 19.645 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. 1.00 BIEN




Tomamos 9.273

Si consideramos acero 5/8" 1.979

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 negativo

M+/- = 11.554 Tn-ma = As*fy/(0,85*f'c*b) 30420

0.379799981

1.595072 0.106338

0.104928 0.006995

102.624

6.751

Usamos: 6.751 a = 1.19 cmverificando la cuantía mínima


Tomamos 6.751

Si consideramos acero 5/8" 1.979

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 Acero

Si consideramos acero 5/8" 1.979 1.59 cm# barras = 3.411 barras

Usaremos : 4.000# barras = 4 barras en 1 capas

As = 7.917

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

distancia entre barras = eh = 2.38 cmrecubrimiento lateral = rec = (2") = 4.78 cm

3/8 0.95 cm

Ancho mínimo de la viga b = 24.94915 cm0.000 RECALCULAR

Usar acero 5/8" 2

Usar acero 1/2" 2

Usar Estribo de 3/8" @ 0.15d 0.500 Usar acero 5/8" 4

X dcb

0.200

Ms = MD + ML + MI

d = (2*Ms/(fc*j*k*b))(1/2)

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

cm2/m

cm2/m

As = cm2/m

Af = cm2

M+/- = 1,25*MD+1.75*(ML+MI)As = M / (f*fy*(d-a/2))


w1 = (1,7+(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w1 = r1 =

w2 = (1,7-(1,72-4*(1,7*Mu/(f*f'c*b*d2)))0,5)/2 w2 = r2 =

As 1 = cm2

As 2 = cm2

As+/- = cm2

cm2/m

As+/- = cm2/m

Af = cm2

Af = cm2 fbarra =# barras = As / Af

cm2

1,5 fbarra =

festribo =Ancho mínimo de la viga b = 2*rec+2*fest+(# barras-1)*eh+#barras*fbarra

barras de f 5/8"

barras de f 1/2"

barras de f 5/8"

DISEÑO DE ESTRIBOS PUENTE MICAELA BASTIDAS

PROYECTO : PUENTE CARROZABLE MARGOS

EXPEDIENTE : 10-2000-0245

UBICACIÓN : CASERIO MICAELA BASTIDAS

EVALUADOR : 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) 1.60PESO ESPECIF, CONCRETO (Tn/m3) 2.30

M = 1.00N = 0.80E = 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= 2(45- /2) TAN f 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 Ea Dh=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 0.089205912Total 1.56317652 0.513555912

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 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= 9.365467599 TnEv=E*Sen (o/2)= 2.816 TnEh=E*Cos (o/2)= 8.932 Tn

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

g1 =g2 =

<d


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 8.280 2.4 19.872P2 6.865 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= 12.44393149Ev=E*Sen (o/2)= 3.742Eh=E*Cos (o/2)= 11.868

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

<d

<d


Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 8.280 3.4 28.152P2 6.865 2.8 19.223P3 8.582 2.00 17.164P4 10.350 2.25 23.287P5 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 25.112R3 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




<d

<d

FONCODES

HOJA DE METRADOS

PROYECTO : PUENTE CARROZABLE MARGOS

EXPEDIENTE : 10-2000-0245

UBICACIÓN : CASERIO MICAELA BASTIDAS

EVALUADOR : ING. LUIS ALBERTO CALDAS ALVARADO

PRESUPUESTO : PUENTE VIGA-LOSA Y ESTRIBOS

PARTIDA Nº DESCRIPCION Nº LARGO ANCHO ALTO PARCIAL TOTAL UND

01.00 TRABAJOS PRELIMINARES

1 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 - ESTRIBOS

1 Excavacion Masiva con maquinaria en conglomerado 2 8.00 5.00 7.00 560.00 560.00 m3

03.00 OBRAS DE CONCRETO SIMPLE - ESTRIBOS

1 CONCRETO 175 Kg/cm2 + 30% PG Central 1 5.00 4.50 1.00 22.50

1 5.00 0.75 4.98 18.66

1 5.00 1.20 4.98 29.85

1 5.00 0.60 1.03 3.07

Laterales Longitud Ext 5.00 Area Exter 16.20

Longitud Int 4.50 Area Inter 6.85

Longitud Media 4.75 Area Med. 11.53

Total de 02 Alas de un estribo 109.49 367.14 m3

04.00 OBRAS DE CONCRETO ARMADO - PUENTE VIGA - LOSA

1 CONCRETO F´C = 210 KG / CM2 Losa 1 15.60 4.10 0.20 12.79

2 15.60 0.20 0.05 0.31

2 15.60 0.03 0.25 0.20

2 15.60 0.45 0.20 2.81

Vigas Princ 2 15.60 0.35 0.80 8.74

Vigas Diafrag 3 1.90 0.20 0.50 0.57 25.41 m3

2 ENCOFRADO Y DESENCOFRADO. LOSA -VIGA

Losa inf 1 15.60 3.40 53.04

Sardinel Int 2 15.60 0.25 7.80

Sardinel Ext 2 15.60 0.25 7.80

vereda losa 2 15.60 0.45 14.04

Vereda lateral 2 15.60 0.20 6.24

Viga princ-lados 4 15.60 0.80 49.92

Viga princ-base 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 ENLUCIDOS

1 Tarrajeo e=2 cm 1 1.00 149.76 149.76 149.76 m2

06.00 VARIOS

1 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 Und

3 Junta Asfaltica e=4 cm 2 4.10 8.20 8.20 ml

3 Junta de dilatacion Water Stop 2 5.00 10.00 10.00 ml

4 Tuberia PvVC SAL 3", drenaje estribos 20 1.50 30.00 30.00 ml

5 Baranda de Fierro Galvanizado 2 1/2" 2 15.00 30.00 30.00 ml

6 Pintura en baranda con esmalte en barandas y columnetas 6 16.10 96.60 96.60 ml

07.00 FALSO PUENTE

Falso Puente 1 15.60 5.00 78.00 78.00 m2

08.00 ENSAYOS DE RESISTENCIA A LA COMPRESION DEL CONCRETO

1 Ensayo de resistencia a la compresion del concreto

losa 4 1.00 1.00 4.00

vigas 4 1.00 1.00 4.00

Estribos 2 3.00 1.00 6.00 14.00 Und

09.00 DISEÑO DE MEZCLAS

1 Diseño de mezclas 1 1.00 1.00 1.00 1.00 Und

FONCODES

HOJA DE METRADO ACERO

PROYECTO : PUENTE CARROZABLE MARGOSEXPEDIENTE : 10-2000-0245UBICACIÓN : 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= 0.60

E= 1.50 i= 1.20

N= 0.80 n= 0.60

C= 0.60 g= 0.60

K= 0.60 m= 0.60

L'= 1.03 h= 3.00

I= 4.98 a= 4.50

F= 0.01 d= 5.00

D= 1.00 f= 5.15

A= 4.50 b= 2.40

H= 6.00 B= 4.50

J= 0.50 G= 1.20

1

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

PARTIDA 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 65.55

PANTALLA 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 6.17 3.00 5.50 203.44

-2 0.60 4.50 1.03 -5.53

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 KG1 1 1 5097.2328 5097.2328 5097.2328 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 PUENTE

Falso 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

HOJA CALCULO PUENTE ASHHTO

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