hoja de calculo puente carrozable
DESCRIPTION
HOJA EXCEL PARA CALCULO DE PUENTE CARROZABLETRANSCRIPT
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
(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)= 1.30espesor de asfalto (t)= 0.00
Peso losa = E*(S/2*+b+a)*2,4 T/M3 0.984Peso viga = f*b*2,4 T/M3 1.404Peso vereda = g*c*2,4 T/M3 0.216Peso asfalto = t*A/2*2 T/M3 0Peso 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 = 0.702Momento total (Md) = W1*(2*L/6)+Wd*L²/8 = 187.490 Tn-M
2-MOMENTO POR SOBRECARGA Sobrecarga HS-20 por vigaMs/c = 0,5P(9*L/4-10,675)/1000 74.531 Tn-MP = 3629 TnCc = 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 vigaM eq= (8,165*L/4+0,952*L*L/8)/2 54.950 Tn-M
4-CARGAS POR EJE TAMDENM =(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 SERVICIOVerificacion 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 2.3B2-DISEÑO POR ROTURA
Mu =1,3*(Md+1,67*(Ml+Mi) Mu= 500.605 Tn-M
Area de acero
g
b = 0.45Xc =Recub.hasta el centroide del refuerzo 10 cm
W=(0,85-RAIZ(0,7225-1,7*Mu*100000/(0,9*F´c*b*d²)) No DIAMETRO DIAMETRO (mm)
d = 140.00 W= 0.3895883603 2 1/4" 6.35As=w*F"c/Fy*b*d 3 3/8" 9.53As= 122.72 cm2 4 1/2" 12.70Asmín = 21 cm2 5 5/8" 15.87As= 122.72 cm 2 6 3/4" 19.05
8 1" 25.40VARILLA No 8 Ø = 1'' # varillas = 24
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:
S = 0.35 m < 0.30 ¡ DISMINUYA NUMERO DE VARILLA !
B5-VERIFICACION POR FATIGA
Fs max=M/(As*j*d) 1997.02Fmin=Mmin/(As*j*d) 1224.36Fs-Fmin= 772.66Valor admisible (Fa) = 1635.36-0.36*Fmin = 1194.5904
Fa>(Fs-Fmin) 1
C-DISEÑO DE LA LOSA
METRADO DE CARGASPeso propio = (1m)*(E)*(2,4 T/m3) = 0.48Asfalto = (1m)*(t)*2T/m3) = 0.00Wd = 0.48
Md = Wd*S/10 = 0.16Ml = (S+0,61)/9,74*Pdiseño 1.80Pdiseño = 2*P = 7.258Momento positivo = 0,8*Ml 1.44Momento Negativo = 0,9*Ml 1.62
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
carga distancia Momentoa*e*(1)*(2.4) 0.144 0.90 0.130b*(e+f)*(1)*(2.4) 0.072 0.60 0.043c*(e+f)*(1)*(2.4)/2 0.009 0.48 0.004h*g*(1)*(2.4) 0.336 0.35 0.118Asf. = d*i*(1)*(2) 0 0.23 0.000Baranda 0.150 1.05 0.158
Md= 0.453
x=distancia al sardinel rueda 0.150E = 0.8*x+1.143 <= 2.10 m 1.263Ml=Pdiseño*x/E 0.862Momento impacto = 0.259
DISEÑO POR ROTURAMd = 1.3(Md+1.67(MI+M impacto) 3.023 T-mAs= 6.02 cm-2verificando la cuantia minimaAs min=14*b*d/Fy 4.67 cm 2
COMO As mín < As SE COLOCARA EL ACERO CALCULADO Entonces el acero será, As = 6.02
VARILLA No 4 Ø = 1/2'' @ 21 cm espaciamiento máximo 45 cm
D.- DISEÑO DE LA VIGA DIAFRAGMA
1.-Peralte efectivo
d = h-(r+Ø/2) = 1.24 m
2.-Momento torsionante Mt = MT*D*0.7 MT = Momento de losa = 0.43 Tn-m D = Distancia entre ejes de vigas diafrag= 7.58 m
Mt = 2.28 Tn-m
3.-Peralte requerido
d req = raiz(Mt/Kb) < d 0.17 1 K = 0.5*k*j*f'c = 30.51
4.-Chequeo por cortante Peso propio
Peso losa = 3.638 Tn/mPeso dela viga = 0.78 Tn/mWpp = 4.418 Tn/m
Ra = reacción en el apoyo = 16.744 Tn
Cálculo del esfuerzo cortante permisible
Vc = 0.03*f'c*j*b*d > Ra = 17.41 ¡ NO NECESITA ESTRIBOS !
Por criterio constructivo se colocará el estribaje mínimo usando barras de Ø 3/8":
Smáx = Av mín*f'y/(3.5*bw) = 0.68 mSmáx = 0.60 mSmáx = d/2 0.62 m
Entonces el espaciamiento será = 0.60 m
5.-Cálculo del acero principal
As = Mt/(fs*G) 1.30 cm2
G = hviga-e(losa)-(r+Ø/2) 1.04 mfs = 16800 Tn/m2Asmín = 0.003*b*d = 9.3 cm2Entonces el acero acolocar será = 9.30 cm2
VARILLA No 8 Ø = 1'' # varillas = 2
10.13 cm2 0.83 < +- 0.50
ACERO LATERAL (solo para vigas con peralte mayor que 60 cms)A=0,1*As 0.93 Cm 2
VARILLA No 3 Ø = 3/8'' # varillas = 1 UND EN CADA CARA
0.71 cm2 -0.22 < +- 0.50USAR: As = 1 Ø 1/2" = 1.266 Cm2 EN CADA CARA
E.-CORTE DEL ACERO PRINCIPAL La cantidad mínima de barras (+As) que deben llegar al estribo será = 6
Las distancias X1 y X2 deben ser menor que = 6.92 m
X1 = Mayor distancia donde se cortará el acero medido desde el borde del estribo = 2.5 m M = Momento = 251.672 Tn-m As = = 52.75 cm2
VARILLA No 8 Ø = 1'' # varillas = 10
X2 = Menor distancia donde se cortará el acero medido desde el borde del estribo = 1.00 m M = Momento 105.698 Tn-m As = 20.78 cm2
VARILLA No 8 Ø = 1'' # varillas = 4 >= que : 6
Ascoloc = As =
Ascoloc = As =
DISEÑO DE ESTRIBOS
PROYECTO : PUENTE CARROZABLE PALACIOS SAN LORENZOEXPEDIENTE N° : 0ZONAL : CHACHAPOYAS
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
M = 0.50N = 0.50E = 0.90G = 1.00a = 0.81b = 0.60c = 0.40B = 2.90
A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A
1-Empuje de terreno,h= 0.81h'= 0.60C= 0.28
E= 0,5*W*h (h+2h")*C 0.365 TN
Ev=E*Sen (o/2)= 0.107Eh=E*Cos (o/2)= 0.349
Punto de aplicación de empuje Ea Dh=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 0.35
Fuerzas verticales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 1.118 0.3 0.335Ev 0.107 0.60 0.064Total 1.225 0.399
Xv=Mt/Pi 0.326 mZ=Eh*Dh/Pi 0.100 m Esfuerzo a compresión del concreto F`c= 0,4(Fc)e=b/2-(Xv-Z) 0.074 m F`c= 700 Tn/m2
Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,
P =Fv(1+6e/b)/(ab) 3.55 CONFORME
=
1 =2 =
<
R1
R3A
NIVEL AGUA
a
h
H
C
c bR2
B
d
B
M E G
1.8
Chequeo al volteo
FSV=Mi/(Eh*Dh) 3.27 >2 CONFORME
Chequeo al Deslizamiento
FSD=Pi*f/Eh 2.46 >2 CONFORME
B- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B
1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,
a-Empuje terreno:
H= 4.00h'= 0.60C= 0.28
E= 0,5*W*h (h+2h')*C= 4.659 TnEv=E*Sen (o/2)= 1.362 TnEh=E*Cos (o/2)= 4.455 Tn
Punto de aplicación de empuje Ea Dv=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 1.49 m
Fuerzas verticales actuantesPi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)
P1 5.520 1.6 8.832P2 2.935 1.1 3.229P3 3.302 0.60 1.981Ev 1.362 1.71 2.329Total 13.119 16.371
Xv=Mt/Pi 1.25 m Esfuerzo a compresión del concreto F`c= 0,4(Fc)Z=Eh*Dh/Pi 0.51 F`c= 700 Tn/m2e=b/2-(Xv-Z) 0.21 m
Verificaciones de Esfuerzos de Traccion y Compresion,
P =Fv(1+6e/b)/(ab) 11.48 CONFORME
Chequeo al volteo
FSV=Mi/(Eh*Dh) 2.47 >2 CONFORME
Chequeo al Deslizamiento
FSD=Pi*f/Eh 2.06 >2 CONFORME
2-Estado :Estribo con puente y relleno sobrecargado,Peso propio 64.46 tnReacción del puente debido a peso propio,R1= 17.91 tn/m
Rodadura -fuerza HorizontalR2=5% de s/c equivalente, = 0.05*(960*L+8200)*1vía/(2*A) = 0.210 Tn/m
Reaccion por sobrecargaR3 =1vía*(P*(L-8.4)/L+4*P*(L-4.2)/L+4*P)/A 8.78 Tn
Fuerzas verticales actuantes
<F`c
Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 17.910 1.10 19.701R3 8.780 1.10 9.658P vertical tot, 13.119 1.25 16.399Total 39.809 45.758
Xv=Mt/Pi 1.149 m
FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS
Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 4.455 1.49 6.638R2 0.210 5.80 1.218Total 4.665 7.856
Yh=Mi/Pi 1.684Z= 0.197e= -0.002
VERIFICACIONES
1-Verificacion de compresion y tracción
P =Fv(1+6e/b)/(ab) 20.82 CONFORME
Chequeo al volteo
FSV=Mi/(Eh*Dh) 5.82 >2 CONFORME
Chequeo al Deslizamiento
FSD=Pi*f/Eh 5.97 >2 CONFORME
C- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION C-C
1-Estado : Estribo sin puente y con relleno sobrecargado,
a-Empuje terreno:
B= 2.9H= 5.00h'= 0.60C= 0.28E= 0,5*W*h (h+2h")*C= 6.944Ev=E*Sen (o/2)= 2.030Eh=E*Cos (o/2)= 6.641
Punto de aplicación de empuje Ea Dv=h*(h+3*h')/(h+2h')/3 1.83
Fuerzas verticales actuantes
<F`c
Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 5.520 2.1 11.592P2 2.935 1.6 4.696P3 3.302 1.10 3.632P4 6.670 1.45 9.672P5 3.200 2.65 8.480Ev 2.030 2.90 5.887Total 23.657 43.959Xv=Mt/Pi 1.858 mZ=Eh*Dh/Pi 0.514 me=b/2-(Xv-Z) 0.106 m >b/6 b/6= 0.483
e<b/6, CONFORME
VERIFICACIONES
1-Verificacion de compresion y tracciónP =Fv(1+6e/b)/(ab) 9.95 CONFORME
Chequeo al volteoFSV=Mi/(Eh*Dh) 3.62 >2 CONFORME
Chequeo al DeslizamientoFSD=Pi*f/Eh 2.49 >2 CONFORME
2-ESTADO:Estribo con puente y relleno sobrecargado,Fuerzas verticales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)R1 17.910 1.60 28.656R3 8.780 1.60 14.048
23.657 1.86 44.002Total 50.347 86.706Xv=Mt/Pi 1.722 m
FUERZAS HORIZONTALES ESTABILIZADORAS
Pi(tn) yi(m) Mi(Tn-m)Eh 6.641 1.83 12.153R2 0.210 6.80 1.428Total 6.851 13.581 Yh=Mi/Pi 1.98Z= 0.27e= 0.00 <b/6 CONFORME
VERIFICACIONES1-Verificacion de compresion y tracción
P =Fv(1+6e/b)/(ab) 17.36 CONFORME
Chequeo al volteoFSV=Mi/(Eh*Dh) 6.38 >2 CONFORME
Chequeo al DeslizamientoFSD=Pi*f/Eh 5.14 >2 CONFORME
ALAS DEL ESTRIBOy / x
<
P vertical tot,
<
Talud del ala 1: 0.3 4.00 =H
Inclinacion del estribo respecto del eje camino:Ø = 0.00 °
Inclinacion del ala izquierda respecto del estribo:45 °
Inclinacion del ala derecha respecto del estribo:45 °
m = 0.60 m
h = 2.00 m
Longitud del ala izquierda:Li = 0.85 , adoptamos 6.60 mLongitud del ala derecha:Ld = 0.85 , adoptamos 6.60 m
Perfil del ala terminal:
a = 0.70h = 2.00d = 0.50M = 0.50E = 1.50G = 0.70N = 0.50B = 3.20
30.00 °
A- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION A-A
1-Empuje de terreno,
h = 2.000.48
1.536 TN
0.3981.484
Punto de aplicación de empuje Eh Dv=h/3 0.67
Fuerzas verticales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 3.220 1.85 5.957P2 6.900 1.00 6.900Ev 0.398 2.20 0.876Total 10.518 13.733Xv=Mt/Pi 1.306 mZ=Eh*Dv/Pi 0.095 me=b/2-(Xv-Z) -0.111 m >b/6 b/6= 0.367
e<b/6, CONFORMEVERIFICACIONES
i =
d =
= talud de relleno sobre alas, debe verificarse que<=Ø
C = (Cos)*(Cos-raiz(Cos²-cos²Ø)/(Cos+raiz(Cos²-cos²Ø) =
E= 0,5*W*h2*C
Ev=E*Sen (/2)=Eh=E*Cos (/2)=
ii Ø
i
dLi
Ld
m m
h h
h
A
M NE G
dB
a
B
1-Verificacion de compresion y tracción
P =Fv(1+6e/b)/(ab) 9.07 CONFORME
Chequeo al volteo
FSV=Mi/(Eh*Dh) 13.81 >2 CONFORME
Chequeo al Deslizamiento
FSD=Pi*f/Eh 4.96 >2 CONFORME
B- ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION B-B
1-Empuje de terreno,
h = 2.500.48
0.750 TN
Ev=E*Sen (Ø/2)= 0.194Eh=E*Cos (Ø/2)= 0.724
Punto de aplicación de empuje Eh Dv=h/3 0.83
Fuerzas verticales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(Tn-m)P1 3.220 2.35 7.567P2 6.900 1.50 10.350P3 3.680 1.60 5.888P4 1.600 2.95 4.720Ev 0.194 3.20 0.621Total 15.594 29.146
Xv=Mt/Pi 1.869 mZ=Eh*Dv/Pi 0.039 me=b/2-(Xv-Z) -0.230 m >b/6 b/6= 0.53
e<b/6, CONFORME
VERIFICACIONES
1-Verificacion de compresion y tracción
P =Fv(1+6e/b)/(ab) 2.77 CONFORME
Chequeo al volteo
FSV=Mi/(Eh*Dh) 48.50 >2 CONFORME
Chequeo al Deslizamiento
FSD=Pi*f/Eh 15.08 >2 CONFORME
calupe-tumán
<Fc
C = (Cos)*(Cos-raiz(Cos²-cos²Ø)/(Cos+raiz(Cos²-cos²Ø) =
E= 0,5*W*h2*C
<
DISEÑO DE ESTRIBO
D E DATOS c b
ALTURA DE ZAPATA (m) d = 0.85 h'
CAPACIDAD PORT. TERRENO (Kg/cm²) s = 1.50ANCHO DE PUENTE (m) A = 3.60 a
LUZ DE PUENTE (m) L = 23.00ALTURA DE ESTRIBO (m) H = 7.65 e A AANGULO DE FRICCION INTERNA ( º ) Ø = 30.00ALTURA EQUIV. DE SOBRECARGA (m) h' = 0.60PESO ESPECIFICO, RELLENO (Tn/m³) g1 = 1.80PESO ESPECIFICO, CONCRETO (Tn/m³) g2 = 2.40
M = 2.70 H
N = 3.00 h
G = 0.60a = 1.65 NIVEL DE AGUA
b = 0.20c = 0.60e = 0.50B = 6.30 B B h = 5.50 d
C C M G N
A.- ANALISIS AL VOLTEO Y AL DESLIZAMIENTO B
Peso propio puente (por estribo) = 64.46 Tn D E
P (Tn) = 3.63 Tn
Reacción del puente debido a su propio peso R1 = 17.906 Tn/m
Rodadura - Fuerza horizontal R2 = 0.05*(960*L+8200)*1vía/(2*A) = 0.210 Tn/m
Reacción por sobrecarga R3 =1vía*(P*(L-8.4)/L+4*P*(L-4.2)/L+4*P)/A 7.970 Tn/m
ANALISIS DE ESTABILIDAD EN LA SECCION C - C
1.-ESTADO : ESTRIBO SIN PUENTE y RELLENO SOBRECARGADO
Empuje del terreno
h = 8.50 h' = 0.60 C = TAN²(45-Ø/2) 0.33 E = 0.5*w*h*(h+2h')*C 24.488 Ev = E*Sen(Ø/2) 6.338 Eh = E*Cos(Ø/2) 23.654
Punto de aplicación Dh = h*(h+3*h')/(h+2*h')/3 3.01
Fuerzas verticales actuantes
Pi (tn) Xi (m) Mi (tn-m)
P1 0.792 3.40 2.693P2 0.048 3.37 0.162P3 0.96 3.10 2.976P4 7.92 3.00 23.760P5 12.852 3.15 40.484Ps1 0.045 3.43 0.154Ps2 2.070 3.40 7.038Ps3 38.556 4.70 181.213Ev 6.338 3.30 20.915
TOTAL 69.581 279.395Xv = Miv/Fiv = 4.02 m
Fuerzas horizontales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(tn-m)
Eh 23.654 3.01 71.199
VERIFICACIONES
Chequeo al volteoCálculo del coeficiente de volteo:
Cv = Miv/Mih >= 2 = 3.92 ¡ BIEN !
Chequeo al deslizamiento:Cálculo del coeficiente de deslizamiento:
Cd = 0.7*Fiv/Fih >=2 = 2.06 ¡ BIEN !
Chequeo de compresiones y traccionesCálculo de la excentricidad
e = B/2-(Miv-Mih)/Fv = 0.16 m
Cálculo de las presiones máximas y mínimas
s máx = Fiv*(1+6*e/B)/(aB) = 0.77 s máx <= s terreno ¡ BIEN !
s máx = Fiv*(1-6*e/B)/(aB) = 0.57 s máx <= s terreno ¡ BIEN !
2.-ESTADO : ESTRIBO CON PUENTE y RELLENO SOBRECARGADO
Fuerzas verticales actuantes
Pi (tn) Xi (m) Mi (tn-m)
R1 17.906 3.00 53.718R3 7.970 3.00 23.910Fv 69.581 4.02 279.716
TOTAL 95.457 357.344
Fuerzas horizontales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(tn-m)
R2 0.210 10.30 2.163Eh 23.654 3.01 71.199
TOTAL 23.864 73.362
VERIFICACIONES
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
VARILLA No 4 Ø = 1/2'' @ 30 cm
b.- ANALISIS DE LA SECCION B-B
1.- Empuje de Terreno
h = 7.65 m h' = 0.60 m C = (TAN(45-Ø/2))^2 0.333
E = 0.5*w*h*(h+2h')*C 20.290 Tn
Eh =E*cos(Ø/2) 19.599 Tn
Punto de aplicación de Empuje Eh
Dh = (h*(h+3*h')/(h+2*h'))/3 2.72 m
FUERZAS VERTICALES ACTUANTES
Pi (tn) Xi (m) Mi (tn-m)
P1 0.792 0.70 0.554P2 0.048 0.67 0.032P3 0.96 0.40 0.384P4 7.92 0.30 2.376R1 17.906 0.30 5.372R3 7.970 0.30 2.391
TOTAL 35.596 11.11Xv = Miv/Fiv = 0.31
FUERZAS HORIZONTALES ACTUANTES
Pi (tn) Xi (m) Mi (tn-m)
Eh 19.599 2.72 53.309
2.- DISEÑO POR SERVICIO
Verificación del peralte M = 53.309 Tn-m
H (peralte estribo) = 50.00 cm
d = RAIZ(2*M*100000/(f'c*k*j*100))
d = 41.58 d < H ¡ BIEN !
3.- DISEÑO POR ROTURA
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.
Acero horizontal:As mín = 0,0025*b*d = = 12.50 cm2
VARILLA No 6 Ø = 3/4'' @ 23 cm
Acero de repartición:verticalAs mín = 0.0012*b*d = = 6.00 cm2
VARILLA No 5 Ø = 5/8'' @ 33 cm
horizontalAs mín = 0.0020*b*d = = 10.00 cm2
VARILLA No 5 Ø = 5/8'' @ 20 cm
c.- ANALISIS DE LA SECCION D-D
Fuerzas verticales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(tn-m)
Pdd1 20.520 1.35 27.702Pdd2 6.789 1.47 9.980
TOTAL 27.309 37.682
2.- DISEÑO POR SERVICIO
Verificación del peralte M = 37.682 Tn-m
H (peralte zapata) = 75.00 cm
d = RAIZ(2*M*100000/(f'c*k*j*100))
d = 34.96 d < H ¡ BIEN !
3.- DISEÑO POR ROTURA
Mu = 1.3*Md 48.987 Tn-m d = 75.00 As = 17.77 cm2 As mín = 14*b*d/fy 25.00 cm2
COMO As mín > As SE COLOCARA EL ACERO MINIMO Entonces consideraremos, As = 25.00 cm2
VARILLA No 8 Ø = 1'' @ 20 cm
d.- ANALISIS DE LA SECCION E - E
Fuerzas verticales actuantes
Pi(tn) Xi(m) Mi(tn-m)Ps1 0.045 0.13 0.006Ps2 2.070 0.10 0.207Ps3 38.556 1.60 61.690Pz 6.120 1.50 9.180
TOTAL 40.626 71.083
2.- DISEÑO POR SERVICIO
Verificación del peralte M = 71.083 Tn-m
H (peralte zapata) = 75.00 cm
d = RAIZ(2*M*100000/(f'c*k*j*100))
d = 48.01 d < H ¡ BIEN !
3.- DISEÑO POR ROTURA
Mu = 1.3*Md 92.408 Tn-m d = 75.00 As = 34.46 cm2 As mín = 14*b*d/fy 25.00 cm2
COMO As mín < As SE COLOCARA EL ACERO CALCULADO Entonces consideraremos, As = 34.46 cm2
VARILLA No 8 Ø = 1'' @ 15 cm
ACERO DE REPARTICION As = 0.002*b*d >= 2.64 cm2
Para estribo As = 10 cm2
VARILLA No 6 Ø = 3/4'' @ 29 cm
Para zapata As = 15 cm2
VARILLA No 6 Ø = 3/4'' @ 19 cm
HOJA DE METRADOSEXPEDIENTE No : PROYECTO : HECHO POR :
PART. DESCRIPCION MEDIDAS PARCIAL TOTALNo CANT. LARGO ANCHO ALTO
01 SUBESTRUCTURA
01.01 TRABAJOS PRELIMINARES
Movilización y desm. de maquinaria 1
Trazo nivelación y replanteo
01.02 MOVIMIENTO DE TIERRAS
Corte en roca fija con explosivo
Excav. En suelo con gran boloneria
Corte en material suelto
Relleno con material propio
Relleno con material de prestamo
01.03 OBRAS DE CONCRETO SIMPLE
Solado e=3"
01.04 OBRAS DE CONCRETO ARMADO
ZAPATAS :
Concreto f'c=210 kg/cm2
Encofrado y desencofrado
Acero
ESTRIBOS + ALAS :
Concreto f'c=210 kg/cm2
Encofrado y desencofrado
Acero
02 SUPERESTRUCTURA
02.01 OBRAS DE CONCRETO ARMADO
. VIGAS PRINCIPALES
Concreto f'c=210 kg/cm2 2
Encofrado y desencofrado 2
Acero
VIGAS DIAFRAGMA
Concreto f'c=210 kg/cm2 4
Encofrado y desencofrado 4
Acero
LOSA + VEREDA
Concreto f'c=210 kg/cm2
Encofrado y desencofrado
Acero
02.01 VARIOS
Tubería pvc
Apoyos de neopreno