practica puentes 7 y 8
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139
Capítulo VI: Diseño de Superestructura
6.1 Especificaciones de diseño
50.00 m
0.60 7.20 0.60
D = 183.00 (Variable)
1.05 2.10 2.10 2.10 1.05
Acero estructural: AASHTO M270M, Gr.50 (ASTM,A-709 Gr.50)
3500 3.5
Concreto:
Cargas: Carga muerta = peso propio + barandas + carpeta asfáltica futura 3'' = 7.5 cm Carga viva = AASHTO HL-93 + Efecto Dinámico Tráfico promedio diario de camiones por carril en una dirección = 3600
20 cm
Especificaciones de diseño: MTC - DGC - Reglamento de puentes, AASHTO-LRFD-1994
Requerimientos de diseño: Diseño de sección cajón compuesta por flexión y cortepara el estado límite de resistencia I y chequeo de fatigaen el alma. Se incluye el cálculo de conectores.
Fy = 50 ksi = kg/cm2 t/cm2
f'c = 280 kg/cm2 Ec = 254512 kg/cm2
n = Es/Ec = (2037000)/(254512) = 8
Losa: Concreto armado, ts =
140
6.2 Diseño de elementos principales
a. Metrado de cargas:
Componentes de carga muerta: DC para una sección cajón compuesta:
Incluyen todas las cargas muertas estructurales con la excepción de la carpeta asfálticafutura y cualquier instalación adosada al tablero (ejemplo: tuberías). Para propósitos dediseño se asume que todas las cargas muertas se distribuyen igualmente en cadasección cajón de acuerdo a su área tributaria.
El ancho tributario por cada viga es: 8.40/2 = 4.20 m.
DC1: Actuando en la sección no-compuestaLosa: 4.2 0.2 2.4 2.02 t/mSilleta: 0.10 t/mSección cajón, arriostres transv. y rigidiz.: 1.02 t/m
3.14 t/m
DC2: Actuando sobre la sección compuestaVer.: 0.6 0.2 2.4 0.29 t/mBar.: 0.1 1 0.10 t/m
0.39 t/m
Carga de superficie de rodadura (3''):
DW: 7.2 0.075 2.25 0.61 t/m
Asumimos una carpeta de concreto asfáltico de 3'' = 7.5 cm, distribuida igualmente encada viga.
b. Cálculo del factor de distribución de carga viva:
Factor de distribución para el estado límite de resistencia I:
1.1125
Número de carriles de diseño = 2
Número de "vigas" (sec. cajón) = 2
Factor de distribución de carga viva para el estado límite de fatiga:
0.9000
Número de carriles de diseño = 1
mg = 0.05 + 0.85NL/Nb + 0.425/NL =
NL =
Nb =
mg = 0.05 + 0.85NL/Nb + 0.425/NL =
NL =
141
c. Cálculo del momento flector máximo:
Estado límite de resistencia I:
Cargas DC y DW:
3.525 t/m
1101.6 t-m L = 50 m
0.608 t/m
189.84 t-m
Carga viva:3.63 t 14.51 t 14.51 t
20.7 4.3 4.3ω = 0.954 t/m
L/4
25.0 (20.7/25)12.5=10.35
369.12 t-m
298.13 t-m
667.25 t-m
742.3 t-m
135.5 t-m
Factor de carga y combinaciones de carga:
Estado límite de resistencia I: 1.25 DC + 1.5 DW + 1.75 (LL+IM)
Estado límite de fatiga: 0.75 (LL + IM)
Ecuación general de diseño - LRFD
factor de cargaØ = factor de resistencia
efectos de las fuerzas (solicitaciones)
resistencia nominal (teórica)
η =
Estado límite ηResistencia I 1.00 1.05 1.00 1.05
Fatiga 1.00 1.00 1.00 1.00
wDC,wDW
wDC = DC1 + DC2 =
MDC = (wDC L2)/8 =
wDW =
MDW = (wDW L2)/8 =
línea de influencia de M0.5
Mcamión de diseño = 3.63(10.35)+14.51(12.5)+14.51(10.35) =
Mcarga de carril = 0.954(50)(12.5)(1/2) =
MHL-93 = Mcamión de diseño + Mcarga de carril =
MLL = (mg)(MHL-93) = 1.1125 (667.25) =
Mimpacto = 0.33 (369.12) (1.1125) =
η ΣγiQi ≤ ØRn
γi =
Qi =
Rn =
factor de modificación = ηD ηR ηI
ηD ηR ηI
142
Mu = 1.05 [ 1.25 (1099.4) + 1.50 (121.25) + 1.75 (742.3 + 135.5) ]Mu = 3357.9 t-m
24290.9 klb-pie
d. Cálculo de propiedades de la sección compuesta:
Ancho efectivo de la losa:
Para un alma interior:
L/4 = 12.5 m
2.705 ms = 2.10 m (controla)
Para un alma exterior:
L/8 = 6.25 m
1.3525 mancho del volado = 1.05 m (controla)
Ancho efectivo por sección cajón: 1.05 + 2.10/2 + 2.10 = 4.20 m
Propiedades de la sección cajón: perfil solo, etapa 3n y etapa n:
Propiedades de la sección cajón (perfil solo):A y Ay
alas en compresión 45.75 3.8 2 347.7 186.90 64985.13almas 183 1.27 2 464.82 93.50 43460.67ala en tracción 215 2.0 1 430 1 430
1242.52 108875.80
99.28 9855.53 3426767.095.88 34.52 16043.6 1297196.415
-86.62 7503.89 3226672.16669482.78 1297196.415
87.62 cm
648598.208
I = 7966679.2
90917.9
78741.57
2037000 2.5 cm
280 n = 8.12
250998.008 8
Mu = η [ 1.25 (MDC1+MDC2) + 1.5 MDW + 1.75 MLL+IM ]
Mu = η [ 1.25 MDC + 1.5 MDW + 1.75 MLL+IM ]
befect = el menor de: 12ts + bf/2 =
befect = el menor de: 6ts + bf/4 =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yc =
Ix = cm4
cm4
Sb = cm3
St = cm3
Es = kg/cm2 th =
f´c = kg/cm2
Ec = kg/cm2
143
Propiedades de la sección compuesta, etapa 3n:
3n = 24
17.5 cm
A y Aylosa 350.0 201.3 70455.0 -88.7 7866.2 2753182.8perfil 1242.5 87.6 108875.8 25.0 624.2 775532.0 7966679.1964
1592.5 179330.8 3528714.8
112.6 cm
1.1E+07
116477.7
150874.4
102083.1
Propiedades de la sección compuesta, etapa n:
n = 8
52.5 cm
A y Aylosa 1050.0 201.3 211365.0 -61.6 3795.9 3985656.1perfil 1242.5 87.6 108875.8 52.1 2710.7 3368105.9 7966679.1964
2292.5 320240.8 7353762
139.7 cm
15320441
213941.0
311958.1
109675.0
980.36 t-m
121.25 t-m
befec/3n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
y3n =
I3n = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3
Sb = cm3
befec/n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yn =
In = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3
Sb = cm3
e. Cálculo del momento de fluencia M y y momento plástico M p:
Momento de Fluencia M y:
My = MD1 + MD2 + MAD
donde MDL1, MDL2 y MAD son momentos debido a las cargas factorizadas aplicadas
a la viga. MAD puede obtenerse al resolver la siguiente ecuación:
Fy = MD1/Ss + MD2/S3n + MAD/Sn
MAD = Sn ( Fy - MD1/Ss - MD2/S3n )
MDC1=
MDC2 =
144
189.84 t-m
1286.72 t-m
458.14 t-m
1.63
0.30
1.42
0.45
311958.09
109675.03
ala sup: 4873.5 t-m
ala inf: 1794.2 t-m (controla)
3539.1 t-m
El momento plástico se calcula usando las ecuaciones de equilibrio. Primero se calcula
1999.2 t
1216.95 t
1626.9 t
1505.0 t
4348.8 Eje neutro plástico dentro del ala sup
3.67 cm
160.1 13.5 0.02 13.5 32323.9 149072.7 277118.0
4606.7 t-m
16.17 cm
91.63 cm
184.13 cm
MDW =
MD1 = η(1.25)MDC1 =
MD2 = η(1.25MDC2 + 1.5MDW) =
MD1/Sst = t/cm2
MD2/S3nt = t/cm2
MD1/SSb = t/cm2
MD2/S3nb = t/cm2
Snt = cm3
Snb = cm3
MAD =
MAD =
My =
Momento plástico M p:
la posición del eje neutro plástico yp:
Ps = 0.85 f'c befect ts =
Pc = Afc Fy =
Pw = Aw Fy =
Pt = Aft Fy =
Pc + Pw + Pt > Ps
Pc + Pw + Pt =
Distancia del eje neutro desde la fibra superior, y p:
yp = (tf/2) ( (Pw+Pt-Ps)/Pc + 1 ) =
Mp = ΣMeje neutro = (Pc/2tc)(yp2+(tc-yp)2) + Psds + Pwdw + Ptdt
Pc/2tc yp2 (tc-yp)2 yp
2+(tc-yp)2 Psds Pwdw Ptdt
Mp =
ds =
dw =
dt =
145
f. Resistencia de diseño a la flexión - Estado límite de resistencia I:
Compacidad y ductilidad de la sección cajón metálica:
La compacidad esta controlada por la esbeltez del alma. El requerimiento de ductilidades para prevenir la falla frágil de la losa de concreto cuando la capacidad de la seccióncompuesta se aproxima al momento plástico. Para que se cumpla esto, tendremos:
miento de esbeltez del alma se cumple.
26.17 cm
19.72 cm
β = 0.7 50 ksi
1.33 < 5 OK
4476.08 t-m
Aplicando el concepto del método LRFD:
OK, el margen es: 33 %
3357.9 t-m
Ø = 1
4476.1 t-m
La ecuación del estado límite de resistencia se cumple aceptablemente, teniendo cuentaque luego tenemos que verificar el estado límite de servicio, es decir , deflexión porcarga viva, que tiene un límite de L/800.
g. Resistencia de diseño al corte en el apoyo - Estado límite de resistencia I:
Cálculo del cortante último:
3.53 t/m L = 50 m
2Dcp/tw ≤ 3.76 (E/Fy)0.5
Como el eje neutro plástico está dentro del ala superior, Dcp = 0, entonces el requeri-
Dp = Distancia desde la fibra superior de la losa al eje neutro plástico =
D' = β [(d+ts+th)/7.5] =
para Fy =
Dp/D' =
Cálculo de la resistencia nominal a la flexión R n:
1 < (Dp/D') < 5
Mn = ((5Mp-0.85My)/4) + ((0.85My-Mp)/4) (Dp/D') =
η ΣγiMi ≤ ØMn
η ΣγiMi =
Mn =
wDC,wDW
wDC =
146
0.61 t/m
88.13 t
15.19 t
14.51 t4.51 t 4.3 4.3 3.63 t 0.954 t/m
1Coef de Inf = 0.91Coef de Inf = 0.83
30.78 t
23.85 t
54.63 tFactor de distribución, mg = 1.1125
60.77 t
20.06 t
80.83 t
288.11 t
factorizadas conforme a AASHTO.
144.06 ton por almaθ = arc tan (0) = 0Cos θ = 1
Dato: 91.5 cm
72.05 74.06
59.35
201.6 ton
144.1 201.6 ton
No se requieren rigidizadores pero es necesario colocar el rigidizador de apoyo, con lo
wDW =
VDC = wDC L/2 =
VDW = wDW L/2 =
Vcamión std =
Vcarga repartida = w L/2 =
VHL-93 =
VLL = (mg) VHL-93 =
VIM =
VLL+IM =
Vu = η [ 1.25 VDC + 1.5 VDW + 1.75 VLL+IM ]
Vu =
Resistencia nominal al corte, V n:
Para almas inclinadas, cada alma se diseña para el corte Vui, debido a las cargas
Vui = Vu/cosθ =
Dapoyo =
D/tw = < 3.07(E/Fy)0.5 =
> 2.46(E/Fy)0.5 =
Vn = 1.48tw2(EFy)0.5 =
Vui = < Øv Vn =
cual Vn aumentaría aún mas.
147
h. Cálculo del rigidizador de apoyo:
De acuerdo con AASHTO LRFD - 1998, los rigidizadores se calcularan con lassiguientes expresiones deducidas de la teoría de placas y ensayos de laboratorio:
1
2540 A709 - Gr. 36
E = 2037000
144.1 ton
72.03 ton
13.6
1.10 cm
11.44 cm
Entonces, tendríamos: 1.27 cm 4 cm
15 cm
Luego: 72.03 4
28.36
Usamos 2 rigidizadores, de forma que:
11.43 cm1 1
15
32.86 10.0 cm
11.43 cm
(1-1)
27.94 No pasa
bt ≤ 0.48tp √E/Fy
Br = Øb Apn Fy
bt = Ancho del rigidizador (proyectado)
tp = Espesor del rigidizador
Br = Resistencia factorizada en el apoyo
Øb = Factor de resistencia en el rigidizador =
Apn = Area del rigidizador
Fy = kg/cm2
kg/cm2
Ru = Vu ( en el apoyo) =
Consideramos Ru/2 por cada rigidizador =
Selección de bt: bt/tp ≤ 0.48√E/Fy =
tp ≥ bt/13.6 =
Tomamos bt = 0.25bf =
tp =
bt =
Br =
Apn = Br/Øb Fy = cm2
Ru/2
bt =
18tw + 10 =
Apn disponible = cm2
v
v
148
Resistencia axial:
A = 79.83d = 8.14 cm
5998r = √I/A = 8.67 cmKL/r =0.75D/r = 7.92
0.0079
202 ton
0.9
182 ton OK!
Se usarán como rigidizadores de apoyo en cada alma, 2 planchas de 15x1.27 cm,separadas 20 cms.
Rigidizadores de apoyo
35 cm
60 cm
i. Diseño por fatiga - Estado límite de fatiga y fractura:
Requerimientos por fatiga para el alma en región de flexión positiva:
El propósito de estos requerimientos es controlar la flexión fuera del plano del almadebido a flexión y corte bajo cargas vivas repetitivas. La carga viva repetitiva esconsiderada como dos veces la carga de fatiga factorizada.
980.4 t-m 78741.6
121.3 t-m 150874.4
189.8 t-m 311958.1
742.3 t-m 7966679.2
135.5 t-m 11495394.0
Pr = Øc Pn ≥ Ru/2
cm2
I = 2I0 + Ad2 = cm4
λ = (KL/π r)2(Fy/E) =
Pn = 0.66λFyA =
Øc =
Pr = Øc Pn =
Dc = [ (fDC1+fDC2+fDW+fLL+IM)/((fDC1/yst)+((fDC2+fDW)/yst-3n)+(fLL+IM/yst-n)) ] - tf
Dc=((MDC1/Sst)+((MDC2+MDW)/Sst-3n)+((2(MLL+IM)u)/Ss-n)) / ((MDC1/Is)+((MDC2+MDW)/I3n)+((2(MLL+IM)u)/In))-tf
MDC1 = Sst = cm3
MDC2 = Sst-3n = cm3
MDW = Sst-n = cm3
MLL = Is = cm4
MIM = I3n = cm4
Seccióncajón
149
15320441.2
1.25
311.09 t-m
0.21
877.83 t-m
1316.74 t-m
0.42
0.012
0.003
0.009
3.8 cm
75.56 cm
118.98
138.96
factorizadas y a dos veces la carga de fatiga.
1.87
j. Reducción de espesores de alas de acuerdo a exigencia de momento último:
91.5 183cm 91.5
16.00 18.00 16.00
50.00
Cálculo del momento último a 16.0m:
Carga viva vehicular: HL-93
4.30 4.30
7.96 9.5010.88
In = cm4
MDC1/Sst = t/cm2
MDC2+MDW =
(MDC2+MDW)/Sst-3n = t/cm2
MLL+IM =
2(MLL+IM)u =
2(MLL+IM)u/Sst-n = t/cm2
MDC1/Is = t/cm3
(MDC2+MDW)/I3n = t/cm3
2(MLL+IM)u/In = t/cm3
tf =
Dc =
2Dc/(twCos θ) < 5.76(Es/Fy)0.5
2Dc/(twCos θ) =
5.76(Es/Fy)0.5 = Ok, por lo tanto: fcf = Fy
fcf = Máximo esfuerzo de compresión en el ala debido a las cargas permanentes no
fct =(MDC1/Sst)+((MDC2+MDW)/Sst-3n)+(2(MLL+IM)u/Sst-n)
fct = t/cm2 < Fy, Ok!!
línea de influencia de M16.0
150
324.7 t-m
259.5 t-m
584.1 t-m
649.9 t-m
119.2 t-m
Carga muerta DC:3.525 t/m
1101.6 t-m
958.8 t-m
DW:0.608 t/m
189.8 t-m
165.2 t-m
2931.8 t-m
Cálculo de Momentos Ultimosx Mu ØMn
(m) (t-m) (t-m)0 0.0 0.04 999.4 2101.7 Ok!8 1887.8 2648.3 Ok!12 2454.3 3255.8 Ok!16 2931.8 3909.6 Ok!25 3357.9 4476.1 Ok!
Propiedades de la sección cajón: perfil solo, etapa 3n y etapa n:
Propiedades de la sección cajón (perfil solo): (cm)A y Ay
alas en compresión 45.75 2.5 2 228.8 185.9 42513.2almas 183 1.27 2 464.8 93.1 43274.7
ala en tracción 215 1.6 1 344.0 0.8 275.21037.6 86063.1
102.9 10589.1 2422248.610.2 103.1 47917.0 1297196.4-82.1 6748.1 2321346.3
4791511.8 1297196.4
82.9 cm
648598.2 d = 187.1 cm
I = 6088708.3 104.2 cm
73405.0
Mcamión de diseño =
Mcarga de carril =
MHL-93 = Mcamión de diseño + Mcarga de carril =
MLL = (mg)(MHL-93) =
Mimpacto =
wDC = DC1 + DC2 =
MDC = (wDC L2)/8 =
MDC(x) = 4(1039.6)(1-x/50)(x/50) =
wDW =
MDW = (wDW L2)/8 =
MDW(x) =
Mu = η [ 1.25 MDC + 1.5 MDW + 1.75 MLL+IM ]
Mu(16.0) =
(cm2)
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yc =
Iw = cm4
cm4 d-yc =
Sb = cm3
151
58459.2
2037000 2.5 cm
280 n = 8.12
250998.008 8
Propiedades de la sección compuesta, etapa 3n:
3n = 24
17.5 cm
A y Aylosa 350.0 6.6 2310.0 57.1 3259.2 1140709.2perfil 1037.6 82.9 86063.1 -19.3 370.9 384791.6 6088708.3
1387.6 88373.1 1525500.8
63.7 cm
7614209.0
52184.0 h = 209.6 cm
61698.0 145.9 cm
119552.7 123.4 cm
Propiedades de la sección compuesta, etapa n:
n = 8
52.5 cm
A y Aylosa 1050.0 199.6 209580.0 -58.0 3361.6 3529678.9perfil 1037.6 82.9 86063.1 58.7 3442.6 3571964.2 6088708.3
2087.6 295643.1 7101643.1
141.6 cm
###
194034.8 h = 209.6 cm
290029.8 68.0 cm
93138.6 45.5 cm
St = cm3
Es = kg/cm2 th =
f´c = kg/cm2
Ec = kg/cm2
befec/3n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
y3n =
I3n = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - y3n =
Sb = cm3 yts =
befec/n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yn =
In = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - yn =
Sb = cm3 yts =
Cálculo del momento de fluencia M y y momento plástico M p:
Momento de Fluencia My:
My = MD1 + MD2 + MAD
donde MDL1, MDL2 y MAD son momentos debido a las cargas factorizadas aplicadas a
152
x = 16 m
853.30 980.4 t-m
105.54 121.3 t-m
165.24 189.8 t-m
1120.0
398.8
1.9
0.6
1.5
0.3
290029.8
93138.6
ala sup: 2720.1 t-m
ala inf: 1528.1 t-m (controla)
3046.9 t-m
El momento plástico se calcula usando las ecuaciones de equilibrio. Primero se calcula
1999.2 t
800.6 t
1626.9 t
1204.0 t
Pt + Pw = 2830.9Pc + Ps = 2799.8Pt+Pw > Pc+Ps Ok!
1.75 cm
3991.9 t-m
Pw/2D = 4.445
la viga MAD puede obtenerse al resolver la siguiente ecuación:
Fy = MD1/Ss + MD2/S3n + MAD/Sn
MAD = Sn ( Fy - MD1/Ss - MD2/S3n )
MDC1 =
MDC2 =
MDW =
MD1 = η(1.25)MDC1 =
MD2 = η(1.25MDC2 + 1.5MDW) =
MD1/Sst = t/cm2
MD2/S3nt = t/cm2
MD1/SSb = t/cm2
MD2/S3nb = t/cm2
Snt = cm3
Snb = cm3
MAD =
MAD =
My =
Momento plástico Mp:
la posición del eje neutro plástico yp:
Ps = 0.85 f'c befect ts =
Pc = Afc Fy =
Pw = Aw Fy =
Pt = Aft Fy =
Distancia del eje neutro desde la fibra superior, yp:
yp = (D/2) ( (Pt-Pc-Ps)/Pw + 1) =
Mp = (Pw/2D)(yc2+(D-yc)2)+[Psds+Pcdc+Ptdt] =
153
32856.0 16.75 cm
Psds = 33478.7 89.75 cm
Pcdc = 2398.7 180.45 cm
Ptdt = 217266.5 3.00 cm[Psds+Pcdc+Ptdt] = 253144.0
Resistencia de diseño a la flexión - Estado límite de resistencia I:
Compacidad de la sección cajón metálica:
La compacidad esta controlada por la esbeltez del alma en compresión.Para que se cumpla esto, tendremos:
E = 20300002.75 90.55 Ok! Fy = 3500
alma se cumple.El requerimiento de ductilidad es para prevenir la falla frágil de la losa de concretocuando la capacidad de la sección compuesta se aproxima al momento plástico.
26.75 cm
21.7 cm
β = 0.7 50 ksi
1.23 < 5 OK
3909.64 t-m
Aplicando el concepto del método LRFD:
OK!, el margen es: 33 %
2931.8 t-mØ = 1
3909.6 t-m
45.75 cm x 2.5 cm 45.75 cm x 3.8 cm 45.75 cm x 2.5 cm91.5
183.0x1.27cm 215 cm x 1.6 cm 215 cm x 2.0 cm 215 cm x 1.6 cm 16.0 m 18.0 m 16.0 m
yc2+(D-yc)2 = ds =
dw =
dt =
dc =
2Dcp/tw ≤ 3.76 (E/Fy)0.5
El eje neutro plástico está dentro del alma, Dcp = yp, el requerimiento de esbeltez del
Dp = Distancia desde la fibra superior de la losa al eje neutro plástico =
D' = β [(d+ts+th)/7.5] =
para Fy =
Dp/D' =
Cálculo de la resistencia nominal a la flexión R n:
1 < (Dp/D') < 5
Mn = ((5Mp-0.85My)/4) + ((0.85My-Mp)/4) (Dp/D') =
η ΣγiMi ≤ ØMn
η ΣγiMi =
Mn =
154
k. Verificación de Flexión y Corte en las secciones @ 4.0 , 8.0 y 12.0 metrosdel apoyo izquierdo
Verificación de Resistencia por Flexión y Corte en la sección a 12.0 m: secciónvariable
Chequeo de resistencia a la flexión en la sección a 12.0m:
91.5 160.13 183cm 91.512.0
16.00 18.00 16.00
50.00
Cálculo del momento último a 12.0m:
Carga viva vehicular: HL-93
4.30 4.30
5.85 8.099.12
270.93 t-m
217.51 t-m
488.44 t-m
543.39 t-m
99.47 t-m
Carga muerta DC:3.525 t/m
1101.6 t-m
803.73 t-m
DW:0.608 t/m
189.84 t-m
138.51 t-m
2454.31 t-m
línea de influencia de M12.0
Mcamión de diseño =
Mcarga de carril =
MHL-93 = Mcamión de diseño + Mcarga de carril =
MLL = (mg)(MHL-93) =
Mimpacto =
wDC = DC1 + DC2 =
MDC = (wDC L2)/8 =
MDC(x) = 4(1039.6)(1-x/50)(x/50) =
wDW =
MDW = (wDW L2)/8 =
MDW(x) =
Mu = η [ 1.25 MDC + 1.5 MDW + 1.75 MLL+IM ]
Mu(12.0) =
155
Propiedades de la sección cajón: perfil solo, etapa 3n y etapa n:
Propiedades de la sección cajón (perfil solo): (cm)A y Ay
alas en compresión 45.75 2.5 2 228.75 162.98 37280.53almas 160.13 1.27 2 406.72 81.66 33213.57
ala en tracción 215 1.6 1 344 0.8 275.2979.47 70769.30
90.72 8230.51 1882729.649.41 88.54 36011.5 869020.25
-71.45 5105.51 1756294.43675035.56 869020.25
72.25 cm
434510.1
I = 4544055.8
62891.0 d = 164.23 cm
49406.9 91.97 cm
2037000 2.5 cm
280 n = 8.12
250998.01 8
Propiedades de la sección compuesta, etapa 3n:
3n = 24
17.5 cm
A y Aylosa 350 176.73 61853.75 -76.97 5924.15 2073451.507perfil 979.47 72.25 70769.3 -27.50 756.45 740920.99 4544055.8189
1329.47 132623.0 2814372.495
99.76 cm
7358428.3
84610.3 h = 186.73 cm
114139.9 86.97 cm
73763.9
Propiedades de la sección compuesta, etapa n:
n = 8
52.5 cm
(cm2)
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yc =
Iw = cm4
cm4
Sb = cm3
St = cm3 d - yc =
Es = kg/cm2 th =
f´c = kg/cm2
Ec = kg/cm2
befec/3n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
y3n =
I3n = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - y3n =
Sb = cm3
befec/n =
156
A y Aylosa 1050 176.73 185561.25 50.42 2542.24 2669355.314perfil 979.4675 72.25 70769.3 -54.05 2921.57 2861578.439 4544055.8189
2029.4675 256330.5 5530933.752
126.30 cm
10074990
166747.4 h = 186.73 cm
265686.0 60.42 cm
79767.6
715.27 t-m
88.46 t-m
138.51 t-m
938.79 t-m
334.26 t-m
1.90
0.29
1.49
0.45
265686.0
79767.6
ala sup: 3472.6 t-m
ala inf: 1239.7 t-m (controla)
2512.7 t-m
El momento plástico se calcula usando las ecuaciones de equilibrio. Primero se calcula
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yn =
In = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - yn =
Sb = cm3
Cálculo del momento de fluencia M y y momento plástico M p:
Momento de Fluencia My:
My = MD1 + MD2 + MAD
donde MDL1, MDL2 y MAD son momentos debido a las cargas factorizadas aplicadas a
la viga. MAD puede obtenerse al resolver la siguiente ecuación:
Fy = MD1/Ss + MD2/S3n + MAD/Sn
MAD = Sn ( Fy - MD1/Ss - MD2/S3n )
MDC1 =
MDC2 =
MDW =
MD1 = η(1.25)MDC1 =
MD2 = η(1.25MDC2 + 1.5MDW) =
MD1/Sst = t/cm2
MD2/S3nt = t/cm2
MD1/SSb = t/cm2
MD2/S3nb = t/cm2
Snt = cm3
Snb = cm3
MAD =
MAD =
My =
Momento plástico Mp:
la posición del eje neutro plástico yp:
157
1999.2 t
800.625 t
1423.5 t
1204.0 t
3428.1 Eje neutro plástico dentro del ala sup
2.23 cm
160.13 4.98 0.07 5.05 29450.2 114352.8 194077.6
3386.9 t-m
14.7 cm
80.3 cm
161.2 cm
24.73 cm D' = 17.43 cm
1.42 Ok!
3255.82 t-m
Aplicando el concepto del método LRFD:
OK
2454.31 t-m
Ø = 1
3255.82 t-m →
La ecuación del estado límite de resistencia se cumple!
Ps = 0.85 f'c befect ts =
Pc = Afc Fy =
Pw = Aw Fy =
Pt = Aft Fy =
Pc + Pw + Pt > Ps
Pc + Pw + Pt =
Distancia del eje neutro desde la fibra superior, yp:
yp = (tf/2) ( (Pw+Pt-Ps)/Pc + 1 ) =
Mp = ΣMeje neutro = (Pc/2tc)(yp2+(tc-yp)2) + Psds + Pwdw + Ptdt
Pc/2tc yp2 (tc-yp)2 yp
2+(tc-yp)2 Psds Pwdw Ptdt
Mp =
ds =
dw =
dt =
Cálculo de la resistencia nominal a la flexión R n:
1 < (Dp/D') < 5
Dp =
Dp/D' =
Mn = ((5Mp-0.85My)/4) + ((0.85My-Mp)/4) (Dp/D') =
η ΣγiMi ≤ ØMn
Mu = η ΣγiMi =
Mn = ØMn > Mu
158
Chequeo por resistencia al corte a 12.0m:
Cálculo de cortantes:
12.0m
3.525 t/m L = 50 m
0.608 t/m
88.13 t
15.19 t
66.98 t
11.54 t
4.30 4.3012.00 0.954 t/m
R 50.00
R = 22.94 t
22.94 t
18.13 t
41.07 tFactor de distribución, mg = 1.1125
45.69 t
8.42 t
54.11 t
205.52 t
factorizadas conforme a AASHTO. En este caso se considera almas verticales parafacilitar la fabricación de la parte de sección variable.
102.76 ton por almaθ = arc tan (0) = 0 Inclinación del alma con respecto a la verticalCos θ = 1
183.00 cm
wDC,wDW
wDC =
wDW =
VDC = wDC L/2 =
VDW = wDW L/2 =
VDC (12.0) =
VDW (12.0) =
Vcamión std =
Vcarga repartida =
VHL-93 =
VLL = (mg) VHL-93 =
VIM =
VLL+IM =
Vu = η [ 1.25 VDC + 1.5 VDW + 1.75 VLL+IM ]
Vu =
Resistencia nominal al corte, V n:
Para almas inclinadas, cada alma se diseña para el corte Vui, debido a las cargas
Vui = Vu/cosθ =
D16.0 =
159
144.09 74.06
59.35
103.74 No se requieren rigidizadores
Verificación de Resistencia por Flexión y Corte en la sección a 8.0 m: secciónvariable
Chequeo de resistencia a la flexión en la sección a 8.0m:
91.5 137.25 183cm 91.58.0
16.00 18.00 16.00
50.00
Cálculo del momento último a 8.0m:
Carga viva vehicular: HL-93
4.30 4.30
3.11 6.036.72
196.31 t-m
160.27 t-m
356.59 t-m
396.70 t-m
72.07 t-m
Carga muerta DC:3.525 t/m
1101.6 t-m
592.22 t-m
DW:0.61 t/m
189.84 t-m
102.06 t-m
D/tw = > 3.07(E/Fy)0.5 =
> 2.46(E/Fy)0.5 =
Consideramos la altura mayor del panel: D16.0
Vn = 4.55tw3E/D = ton > Vui →
línea de influencia de M8.0
Mcamión de diseño =
Mcarga de carril =
MHL-93 = Mcamión de diseño + Mcarga de carril =
MLL = (mg)(MHL-93) =
Mimpacto = 0.33 (Mcamión de diseño) (1.1125) =
wDC = DC1 + DC2 =
MDC = (wDC L2)/8 =
MDC(x) =
wDW =
MDW = (wDW L2)/8 =
MDW(x) =
160
1887.77 t-m
Propiedades de la sección cajón: perfil solo, etapa 3n y etapa n:
Propiedades de la sección cajón (perfil solo):A y Ay
alas en compresión 45.75 2.5 2 228.8 140.1 32047.9almas 137.25 1.27 2 348.6 70.2 24481.5
ala en tracción 215 1.6 1 344.0 0.8 275.2921.4 56804.6
78.4 6154.0 1407725.658.6 73.5 25618.2 547254.7
-60.9 3703.0 1273846.12707190 547254.7
61.7 cm
273627.4
I = 3254444.7
52786.8 d = 141.35 cm
40835.0 79.70 cm
2037000 2.5 cm
280 n = 8.12
250998.008 8
Propiedades de la sección compuesta, etapa 3n:
3n = 24
17.5 cm
A y Aylosa 350 143.9 50347.5 -59.6 3548.5 1241958.1perfil 921.37 61.7 56804.6 -22.6 512.0 471784.1 3254444.7
1271.37 107152.1 1713742.2
84.3 cm
4968186.9
62438.8 h = 163.85 cm
87056.0 79.57 cm
58947.8
Propiedades de la sección compuesta, etapa n:
n = 8
Mu = η [ 1.25 MDC + 1.5 MDW + 1.75 MLL+IM ]
Mu(8.0) =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yc =
Iw = cm4
cm4
Sb = cm3
St = cm3 d - yc =
Es = kg/cm2 th =
f´c = kg/cm2
Ec = kg/cm2
befec/3n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
y3n =
I3n = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - y3n =
Sb = cm3
161
52.5 cm
A y Aylosa 1050.0 143.9 151042.5 38.42 1475.9 1549653.6perfil 921.4 61.7 56804.6 -43.78 1916.7 1766006.1 3254444.7
1971.4 207847.1 3315659.7
105.4 cm
6570104.42
112469.2 h = 163.9 cm
182925.0 58.4 cm
62315.4
527.04 t-m
65.18 t-m
102.06 t-m
691.74 t-m
246.30 t-m
1.69
0.28
1.31
0.42
182925.0
62315.4
ala sup: 2786.1 t-m
ala inf: 1104.1 t-m (controla)
2042.1 t-m
befec/n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yn =
In = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - yn =
Sb = cm3
Cálculo del momento de fluencia M y y momento plástico M p:
Momento de Fluencia My:
My = MD1 + MD2 + MAD
donde MDL1, MDL2 y MAD son momentos debido a las cargas factorizadas aplicadas a
la viga. MAD puede obtenerse al resolver la siguiente ecuación:
Fy = MD1/Ss + MD2/S3n + MAD/Sn
MAD = Sn ( Fy - MD1/Ss - MD2/S3n )
MDC1 =
MDC2 =
MDW =
MD1 = η(1.25)MDC1 =
MD2 = η(1.25MDC2 + 1.5MDW) =
MD1/Sst = t/cm2
MD2/S3nt = t/cm2
MD1/SSb = t/cm2
MD2/S3nb = t/cm2
Snt = cm3
Snb = cm3
MAD =
MAD =
My =
162
El momento plástico se calcula usando las ecuaciones de equilibrio. Primero se calculala posición del eje neutro plástico yp:
1999.2 t
800.625 t
1220.2 t
1204.0 t
3224.8Eje neutro plástico dentro del ala sup
1.91 cm
160.13 3.66 0.34 4.01 28815.4 84448.6 166918.4
2808.24 t-m
14.41 cm
69.21 cm
138.64 cm
24.41 cm D' = 15.29 cm
1.60 Ok!
2648.33 t-m
Aplicando el concepto del método LRFD:
OK
1887.77 t-m
Ø = 1
2648.33 t-m →
La ecuación del estado límite de resistencia se cumple!
Momento plástico M p:
Ps = 0.85 f'c befect ts =
Pc = Afc Fy =
Pw = Aw Fy =
Pt = Aft Fy =
Pc + Pw + Pt > Ps
Pc + Pw + Pt =
Distancia del eje neutro desde la fibra superior, y p:
yp = (tf/2) ( (Pw+Pt-Ps)/Pc + 1 ) =
Mp = ΣMeje neutro = (Pc/2tc)(yp2+(tc-yp)2) + Psds + Pwdw + Ptdt
Pc/2tc yp2 (tc-yp)2 yp
2+(tc-yp)2 Psds Pwdw Ptdt
Mp =
ds =
dw =
dt =
Cálculo de la resistencia nominal a la flexión R n:
1 < (Dp/D') < 5
Dp =
Dp/D' =
Mn = ((5Mp-0.85My)/4) + ((0.85My-Mp)/4) (Dp/D') =
η ΣγiMi ≤ ØMn
Mu = η ΣγiMi =
Mn = ØMn > Mu
163
Chequeo por resistencia al corte a 8.0m:
Cálculo de cortantes:
8.0m
3.525 t/m L = 50 m
0.608 t/m
88.13 t
15.19 t
74.03 t
12.76 t
4.30 4.308.00 0.954 t/m
R 50.00
R = 25.55 t
25.55 t
20.03 t
45.59 tFactor de distribución, mg = 1.1125
50.72 t
9.38 t
60.10 t
227.68 t
factorizadas conforme a AASHTO.
113.84 ton por almaθ = arc tan (0) = 0 Inclinación del alma con respecto a la verticalCos θ = 1
160.13 cm
wDC,wDW
wDC =
wDW =
VDC = wDC L/2 =
VDW = wDW L/2 =
VDC (8.0) =
VDW (8.0) =
Vcamión std =
Vcarga repartida =
VHL-93 =
VLL = (mg) VHL-93 =
VIM =
VLL+IM =
Vu = η [ 1.25 VDC + 1.5 VDW + 1.75 VLL+IM ]
Vu =
Resistencia nominal al corte, V n:
Para almas inclinadas, cada alma se diseña para el corte Vui, debido a las cargas
Vui = Vu/cosθ =
D12.0 =
164
126.08 74.06
59.35
118.56 No se requieren rigidizadores
Verificación de Resistencia por Flexión y Corte en la sección a 4.0 m: secciónvariable
Chequeo de resistencia a la flexión en la sección a 4.0m:
El diseño de la sección cajón es con peralte variable (recto), según el croquis:
91.5 114.38 183cm 91.54.0
16.00 18.00 16.00
50.00
Cálculo del momento último a 4.0m:
Carga viva vehicular: HL-93
14.5 14.51 3.634.30 4.30
3.68 2.993.34
112.66 t-m
87.77 t-m
200.43 t-m
222.98 t-m
41.36 t-m
Carga muerta DC:3.525 t/m
1101.6 t-m
324.31 t-m
DW:
D/tw = > 3.07(E/Fy)0.5 =
> 2.46(E/Fy)0.5 =
Consideramos la altura mayor del panel: D12.0
Vn = 4.55tw3E/D = ton > Vui →
línea de influencia de M4.0
Mcamión de diseño =
Mcarga de carril =
MHL-93 = Mcamión de diseño + Mcarga de carril =
MLL = (mg)(MHL-93) =
Mimpacto = 0.33 (Mcamión de diseño) (1.1125) =
wDC = DC1 + DC2 =
MDC = (wDC L2)/8 =
MDC(x) =
165
0.61 t/m
189.84 t-m
55.89 t-m
999.41 t-m
Propiedades de la sección cajón: perfil solo, etapa 3n y etapa n:
Propiedades de la sección cajón (perfil solo): (cm)A y Ay
alas en compresión 45.75 2.5 2 228.75 117.2 26815.2almas 114.38 1.27 2 290.5 58.8 17078.5
ala en tracción 215 1.6 1 344.0 0.8 275.2863.3 44168.9
66.1 4363.9 998244.17.6 58.1 16879.0 316698.3
-50.4 2536.6 872605.71887728.86 316698.3
51.2 cm
158349.2 d = 118.48 cm
I = 2204427.2 67.31 cm
32750.4
43084.6
2037000 2.5 cm
280 n = 8.12
250998.008 8
Propiedades de la sección compuesta, etapa 3n:
3n = 24
17.5 cm
A y Aylosa 350.0 121.0 42341.3 -49.7 2467.2 863531.4perfil 863.3 51.2 44168.9 20.1 405.6 350109.0 2204427.2
1213.3 86510.2 1213640.4
71.3 cm
3418067.62
49059.9 h = 140.98 cm
72460.8 69.67 cm
wDW =
MDW = (wDW L2)/8 =
MDW(x) =
Mu = η [ 1.25 MDC + 1.5 MDW + 1.75 MLL+IM ]
Mu(4.0) =
(cm2)
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yc =
Iw = cm4
cm4 d - yc =
St = cm3
Sb = cm3
Es = kg/cm2 th =
f´c = kg/cm2
Ec = kg/cm2
befec/3n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
y3n =
I3n = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - y3n =
166
47936.7
Propiedades de la sección compuesta, etapa n:
n = 8
52.5 cm
A y Aylosa 1050.0 121.0 127023.8 31.5 992.1 1041741.1perfil 863.3 51.2 44168.9 -38.3 1467.8 1267086.4 2204427.2
1913.3 171192.7 2308827.6
89.5 cm
4513254.8
87639.1 h = 140.98 cm
155639.3 51.50 cm
50440.5
288.6 t-m
35.7 t-m
55.9 t-m
378.8 t-m
134.9 t-m
1.16
0.19
0.88
0.28
155639.3
50440.5
ala sup: 3357.5 t-m
ala inf: 1180.0 t-m (controla)
Sb = cm3
befec/n =
y-yc (y-yc)2 A (y-yc)2 I0
yn =
In = cm4
Stc = cm3
Sts = cm3 h - yn =
Sb = cm3
Cálculo del momento de fluencia M y y momento plástico M p:
Momento de Fluencia My:
My = MD1 + MD2 + MAD
donde MDL1, MDL2 y MAD son momentos debido a las cargas factorizadas aplicadas a
la viga. MAD puede obtenerse al resolver la siguiente ecuación:
Fy = MD1/Ss + MD2/S3n + MAD/Sn
MAD = Sn ( Fy - MD1/Ss - MD2/S3n )
MDC1 =
MDC2 =
MDW =
MD1 = η(1.25)MDC1 =
MD2 = η(1.25MDC2 + 1.5MDW) =
MD1/Sst = t/cm2
MD2/S3nt = t/cm2
MD1/SSb = t/cm2
MD2/S3nb = t/cm2
Snt = cm3
Snb = cm3
MAD =
MAD =
167
1693.7 t-m
El momento plástico se calcula usando las ecuaciones de equilibrio. Primero se calculala posición del eje neutro plástico yp:
1999.2 t
800.63 t
1016.8 t
1204.0 t
3021.4 Eje neutro plástico dentro del ala sup
1.60 cm
160.1 2.5 0.8 3.4 28180.7 59067.1 139759.2
2275.5 t-m
14.1 cm
58.1 cm
116.1 cm
24.10 cm D' = 13.16 cm
1.83 Ok!
2101.75 t-m
Aplicando el concepto del método LRFD:
OK
999.41 t-mØ = 1
2101.75 t-m →
La ecuación del estado límite de resistencia se cumple!
My =
Momento plástico Mp:
Ps = 0.85 f'c befect ts =
Pc = Afc Fy =
Pw = Aw Fy =
Pt = Aft Fy =
Pc + Pw + Pt > Ps
Pc + Pw + Pt =
Distancia del eje neutro desde la fibra superior, yp:
yp = (tf/2) ( (Pw+Pt-Ps)/Pc + 1 ) =
Mp = ΣMeje neutro = (Pc/2tc)(yp2+(tc-yp)2) + Psds + Pwdw + Ptdt
Pc/2tc yp2 (tc-yp)2 yp
2+(tc-yp)2 Psds Pwdw Ptdt
Mp =
ds =
dw =
dt =
Cálculo de la resistencia nominal a la flexión R n:
1 < (Dp/D') < 5
Dp =
Dp/D' =
Mn = ((5Mp-0.85My)/4) + ((0.85My-Mp)/4) (Dp/D') =
η ΣγiMi ≤ ØMn
Mu = η ΣγiMi =
Mn = ØMn > Mu
168
Chequeo por resistencia al corte a 4.0m:
Cálculo de cortantes:
4.0m
3.525 t/m L = 50 m
0.608 t/m
88.13 t
15.19 t
81.08 t
13.97 t
4.30 4.304.00 0.954 t/m
R 50.00
R = 28.17 t
28.17 t
21.94 t
50.11 tFactor de distribución, mg = 1.1125
55.74 t
10.34 t
66.09 t
249.85 t
factorizadas conforme a AASHTO.
124.93 ton por almaθ = arc tan (0) = 0 Inclinación del alma con respecto a la verticalCos θ = 1
137.25 cm
108.07 74.06
59.35
wDC,wDW
wDC =
wDW =
VDC = wDC L/2 =
VDW = wDW L/2 =
VDC (4.0) =
VDW (4.0) =
Vcamión std =
Vcarga repartida =
VHL-93 =
VLL = (mg) VHL-93 =
VIM =
VLL+IM =
Vu = η [ 1.25 VDC + 1.5 VDW + 1.75 VLL+IM ]
Vu =
Resistencia nominal al corte, V n:
Para almas inclinadas, cada alma se diseña para el corte Vui , debido a las cargas
Vui = Vu/cosθ =
D8.0 =
D/tw = > 3.07(E/Fy)0.5 =
> 2.46(E/Fy)0.5 =
169
138.33 No se requieren rigidizadores
l. Estado Límite de Servicio: Cálculo de Deflexiones
Las deflexiones debido a la carga muerta se calculan a los cuartos de la luz y en elcentro de luz.
ω
aL bLL
Deflexión por carga muerta:
1.57 t/m 1.05 k/pie
0.19 t/m 0.13 k/pie
a = 0.25
b = 1-a = 0.75
Δ = Deflexión en pulgadas, a una distancia "aL" del apoyoL = 50.0 m 164.0 pies
2037000 29000 ksi
Deflexión en el centro de luz, pulg:
I = 3983339.6 95700.1 Mto. de Inercia en el centro de luzEn el centro de luz: Δ = 6.16 pulga = 0.25: Δ = 4.39 pulg
5747697.0 138088.972 Mto. de Inercia en el centro de luzEn el centro de luz: Δ = 0.53 pulga = 0.25: Δ = 0.38 pulg
Deflexión total en el centro de luz: 6.69 pulg 6-11/16''Deflexión total a 1/4: 4.77 pulg 4-3/4''
Consideramos la altura mayor del panel: D8.0
Vn = 4.55tw3E/D = ton > Vui →
DL1: ω =DL2: ω =
Δ = 72ωL4/EsI (ab)(1+ab)
Es = kg/cm2
Δ = 45ωL4/2EsI
Deflexiones por DL 1:
cm4 pulg4
Deflexiones por DL 2:
I3n = cm4 pulg4
170
Deflexión por carga viva + impacto:
Deflexión debida al camión de diseño:
La deflexión por carga viva está limitada a 1/800 de la luz.
donde: Δ = deflexión en el centro de luz, pulgadas
Impacto, i = 33% (LRFD)
7660220.61 184037.536
Se asume que los 2 carriles de carga viva mas el impacto se distribuyen igualmente enlas "4 vigas", que en realidad son las 2 vigas cajón.
21.28 kips
736150Δ = 1.40 pulg
Deflexión debida a la carga repartida:
ω = 0.32 k/pie Considerada por viga
0.98 pulg
2.37 pulg Aceptable
L/800 = 2.46 pulg
+ω = 0.32 k/pie
Diseño de conectores de corte:
Cálculo de conectores:
100 mm200 mm
25 mm38 mm
Uso pernos de corte de: Ø = 22 mmh = 100 mmFu = 400 MPa
Δ = (324/EsI) PT (L3-555L+4780)
PT = carga concentrada, kips
I = momento de inercia en el centro de luz, pulg4
In = cm4 pulg4
PT =
I8 = pulg4
Δ = 45ωL4/2EsI =
ΔLL =
Δlímite =
171
Concreto de losa: f'c = 28027.5 MPa
Acero de vigas cajón: Fy = 345 MPa (Grado 50)
Los pernos de corte penetran en la losa: 75 mm > 50 mm OK!
h/d = 4.55 > 4 OK!d h
Espaciamiento transv. mín. entre conectores = 4Ø, y la distancia libre al borde ≥ 25 mm.
Considerando 3Ø (tres conectores): n = 6
248 mm
457.5 mm OK!!
Estado límite de fatiga:
Espaciamiento longitudinal máximo = 600 mm
Espaciamiento longitudinal mínimo = 132 mm
El espaciamiento se controla por la resistencia a la fatiga de los conectores:
compuesta:
15320441 1.532E+11
-64691.1 -64691104
20025
60.05 cm y' = 60.05-10 = 50.05c.g. composite
1830
139.69 cm
20
Zr = α d2 ≥ 19d2 α = 238 - 29.5 log N
N = Número de ciclos de carga; se estima para 75 años de vida útil = 372000000 ciclos
α = -14.8 MPa < 19 MPa
lo que implica:Zr = 19d2 = 9196 N 9.196 KN
Cálculo de Vsr, rango de cortante bajo 0.75(LL+ IM), calculado para el estado límite de
kg/cm2
bf mín = 2 x 25 + 22 + 2(4 x 22) =
bf =
p = n Zr In/(Vsr Qn)
donde In y Qn, son las propiedades elásticas de "corto plazo" de la sección
In = cm4 mm4
Qn = Ay' = cm3 mm3
yn =
172
fatiga:Camión de diseño por fatiga: un solo carril cargado
3.63 14.51 14.51 ton4.30 9.00
por el camión de fatiga.
32.65 ton5.48 m
X 9.00 4.30
R 25.00 m
R = 32.65 [ 50 - (X + 5.48) ] / 50 IM = 0.15Vsr
X (mts) mg0 0 28.94 21.70 1.1125 24.15 27.77 272.39
0.1 5 25.69 19.27 1.1125 21.43 24.65 241.800.2 10 22.44 16.83 1.1125 18.72 21.53 211.210.3 15 19.19 14.39 1.1125 16.01 18.41 180.620.4 20 15.94 11.95 1.1125 13.30 15.29 150.020.5 25 12.69 9.52 1.1125 10.59 12.17 119.43
5000/p Espaciamiento0 480 480 10.42 12
0.1 540 540 9.25 110.2 619 600 8.33 90.3 723 600 8.33 90.4 871 600 8.33 90.5 1094 600 8.33 9
59
El número de pernos de corte será: 360
Estado límite de resistencia:
El número total de conectores de corte requerido para satisfacer el estado límite de
0.85
25000 MPa
380
157503 N
En el caso de un puente simplemente apoyado, el Vsr = al cortante máximo producido
R = Vfatiga 0.75Vfatiga VLL VLL+IM (ton) VLL+IM (KN)
p = nZrIn/(VsrQn) (mm)
Nespaciam =
Npernos =
resistencia entre el punto de M+máx y M+=0, es:
ns = Vh/Qr = Vh / Øsc Qn
Øsc =
Ec =
Asc=(π/4)d2= mm2
Qn = 0.5 Asc (f'c Ec)0.5 =
173
158 KN
152053152 KN
152 KN
El cortante horizontal nominal es el menor de los dos valores siguientes:
1.- 42867 KN
2.- 19612 KN
19612 KN
En consecuencia, el número de conectores que se requieren:152
El número requerido de conectores está determinado por el estado límite defatiga (a menudo es así). En consecuencia, usaremos 3 pernos de corte de 22 x100 mm en cada ala. Debido a que la capacidad de flexión última es similar con
100 mm cada: (L/2)Nºespaciamientos = 2500/59 = 42.4 cmColocaremos los pernos de corte cada 42.4 cm, desde el eje del apoyo hasta elcentro.
Este valor resulta mayor que el límite superior: AscFu =
Tomo Qn =
Vh = Fy As =
Vh = 0.85 f'c b ts =
Tomo Vh =
ns =
pernos de corte espaciados uniformemente, colocaremos 3 pernos de Ø = 22 x
174
Incluyen todas las cargas muertas estructurales con la excepción de la carpeta asfálticafutura y cualquier instalación adosada al tablero (ejemplo: tuberías). Para propósitos de
176
La compacidad esta controlada por la esbeltez del alma. El requerimiento de ductilidad
La ecuación del estado límite de resistencia se cumple aceptablemente, teniendo cuenta
174
6.3 Diseño de Losa de Piso de CºAº
Consideremos una losa de concreto armado vaciada "in situ". Como se tienendos secciones cajón, usaremos el modelo de "viga contínua" con tres tramosapoyados y dos volados; para aplicar según la norma AASHTO - LRFD - 98,y el reglamento de Puentes - MTC , el método de "Diseño aproximado de lafranja".
1.50 m 2.10 m 2.10 m 2.10 m 1.05 m
1. Determinación del espesor de la losa:
s = 2.10 m 2100 mm
ts = 170 mm
17 cm
17.5 cm (controla)
Tomaremos el mínimo + un espesor sacrificable de 1.5 cms: 19
Consideraremos: ts = 20 cm
En el volado, consideraremos un espesor mayor: 25 cm, debidoa las cargas horizontales de impacto en barandas.
7.5 cm
2. Determinación de cargas muertas sin factorizar:
Por simplicidad la losa será diseñada como una franja de 1 m de ancho. Deesta manera, todas las cargas son determinadas por un (1) metro de ancho.
losa: 0.48 t/m
volado: 0.60 t/m
barandas metalicas: 0.10 t/m c/u
carpeta asfáltica: 0.17 t/m
ts = (s+3000)/30
El espesor mínimo requerido es: ts =
Espesor de carpeta asfáltica: tDW =
ωDS =
ωDO =
ωDB =
ωDW =
175
3. Determinación de las cargas vivas sin factorizar:
a.Carga de llanta: 7.26 t (mitad eje camión std)
Esta carga se mueve dentro del ancho del carril y a 0.60 m del eje central. Enel volado, se ubica a 0.30 m del sardinel de la vereda.
2
c. Distribución de la carga de llanta:
Para losas vaciadas "in situ", tenemos w (mts) = 1140 + 0.833X = 1.26
X = distancia de la carga al eje del apoyo, mm = 150
S = distancia entre ejes de vigas longitudinales, mm = 2100
Volado, mm = 1050
1.82 m
1.75 m
4. Cálculo de momentos por cargas vivas y muertas:
Utilizaremos líneas de influencia para el modelo de viga contínua de 3 tramosiguales.
7.26 ton 7.26 ton1.80 m
2.10 m 2.10 m 2.10 m
c1 = 0.2042
c2 = -0.0287
2.67 t-m
1.47 t-m/m
0.49 t-m/m
b. Cálculo del número de carriles: N =
Momento positivo, M+: w = 660 + 0.55S =
Momento negativo, M-: w = 1220 + 0.25S =
Momento positivo: M+ = Σ(Pi ci)L =
MLL+ = M+/w =
MIM =
176
7.26 ton 1.80 m 7.26 ton
2.10 2.10 m 2.10
c1 = -0.1024
c2 = -0.0770
-2.73 t-m
-1.57 t-m/m
-0.52 t-m/m
Cálculo de momentos por carga muerta:
Caso 1:
Caso 2: 0.33 t-m
-0.198
-0.109
Caso 3:
Caso 4: M = PL = 0.11 t-m
-0.063
-0.035
Momento negativo: M- = Σ(Pi ci)L =
MLL- = M-/w =
MIM =
ωDS
M = ω L2/2 =
Correc 0.4 = 0.6M =
Correc B = 0.33M =
ωDO
ωDW
Correc 0.4 = 0.6M =
Correc B = 0.33M =
ωDB
177
Coef. Coef.
Caso 1 0.076 -0.110 0.16 0.20
Caso 3 0.076 -0.110 0.06 0.08
Correc 2 y 4 -0.26 -0.33
-0.04
-0.23 -0.29
-0.08 -0.12
-0.14 -0.18
-0.59
η = 1.05
3.56 -4.45
5. Cálculo de áreas de acero de refuerzo:
f'c = 280
fy = 4200
Recubrimiento de capa superior = 5 cm
1.5 cm 5.0 cm
Ø 20
2.5 cm
12.55 cm
16.705 cm
b = 100 cm
Refuerzo:
1.59 cm
1.91 cm
1.27 cm
1.27 cm
M+0.4 M+
u
M = (Coef.) ω L2
M-B M-
u
Mu = η[ 1.25MDC+1.5MDW+1.75MLL+IM ]=
kg/cm2
kg/cm2
d+
d-
d- =
d+ =
Ø+ =
Ø- =
Ødist =
Øtemp =
178
14.164 31.426
17.647 17.647
0.003 0.008
5.8 10.1
Espaciamiento máximo:
30 cm (controla)
45 cm
67 %
S = 2100 mm% = 83.8 67
3.89Este refuerzo se distribuye en la capa inferior paralelo a las vigas longitudinales.
Refuerzo de temperatura y contracción de fragua:
3.64
2000
Se coloca la mitad de la cuantía calculada arriba y abajo en ambas direcciones
En resumen:
7.63 11.93 3.89 1.82
25.94 23.90 32.61 69.73
26 24 30 45
2.85
1.98
1.27
1.27
Mu+
0.4 Mu-B
ku = Mu/(Øbd2) =
m = fy/(0.85f'c) =
ρ = (1/m)[1-(1-(2mku/fy))0.5] =
As = ρbd =
smax=1.5ts=
smax =
Refuerzo de distribución = 3840/(S0.5) ≤
As dist = cm2
As temp ≥ 7.65Ag/fy = cm2
Ag = 100ts = cm2
(mallas). En la dirección del refuerzo principal de la losa, se sumaran al As+ y
As-. En la dirección del refuerzo de distribución, se sumará a este.
As+ As
- As dist As temp
s = as (100)/As =
s escogido =
as- = cm2
as+
= cm2
as dist = cm2
as temp = cm2
179
Ø1/2'' @ 45 cmØ3/4'' @ 24 cm
Ø1/2'' @ 30 cmØ5/8'' @ 26 cm
Diseño del refuerzo del volado:
El diseño del volado de acuerdo con la norma AASHTO - LRFD, se haceseparadamente para tres (3) casos de diseño.
Caso 1: Fuerzas transversal y longitudinal especificadas por AASHTO
Caso 2: Fuerza vertical especificada por AASHTO*Nota: Ambos casos corresponden al estado límite de eventos extremos.
Caso 3: Carga de llanta distribuida especificada por AASHTO
Para el caso de barandas metálicas tipo poste y vigas:
Caso 1.- El momento y el empuje de tracción se toman como:
0.79 pies
D = 0.69 pies W6x25, A-709 Gr. 36
20.25 klb-pie Z = 18.9
13.69 klb-pie 1.89 t-m
H = 2.67 pies
7.60 klb
T = 5.13 klb 2.33 t
Caso 2.- La fuerza de punzonamiento y el momento se toman como:
L = 9.17 pies
b = L = 9.17 pies
X = 4.19 pies
Md = Mposte/(Wb+D) ; Mposte = Mp T = Pp/(Wb+D)
Wb =
Mposte = pulg3
Md caso 1=
Pp=Mposte/H=
Pv = Fv L/Lv Md = Pv X/b, b = 2X+Wb ≤ L
180
18 klb
18 pies
9.17 klb 4.17 t
4.19 klb-pie/pie 0.58 t-m
Caso 3.- Según AASHTO , consideramos una carga repartida de 1.0 klb/piea 0.30 m del sardinel, equivalente a la llanta de los vehículos.q = 1 klb/pie 1.49 t/m
X = el valor de X resulta negativo, no se considera.
Mq = no se considera.
Cálculo de momento por carga muerta:
0.60 t/m
0.29 t
0.10 t
0.33 t-m 0.41
0.22 t-m 0.27
0.09 t-m 0.12
0.80
* Consideramos la carga viva del estado límite de evento extremo calculada
en el caso 1:
1.89 t-m 0.95
0.31
2.06
* Este momento resulta menor que el momento utilizado para el cálculo del
refuerzo negativo en la losa, en consecuencia prolongaremos el refuerzo
negativo de la losa hasta el extremo del volado:
4.45 > 2.06
0.60 m 0.30 m
Fv =
Lv =
Pv =
Md caso 2 =
ωDO =
PDSD =
PDB = Mu
MDO =
MDSD =
MDB =
Md =
MdI =
181
45º D
Sección de diseño
Chequeo de resistencia al punzonamiento:
Las losas de concreto frecuentemente fallan por punzonamiento resultado de lafuerza de compresión que se aplica a la losa en el ala correspondiente del perfil.
2''
h/2 h/2
h
Para el caso 1 de diseño:
Wb
2X + Wb = b
182
99.59 kip
2.77
36 ksi
4 * Estamos considerando conservadoramente un
11.5 pulg
h = 9 pulg
B = 9.02 pulg
E = 2.73 pulg
E+B/2+h/2 = 11.74 pulg
D = 9.75 pulg
Ø = 1.00
B/2 + h/2 = 9.01 ≤ B Ok!
1.18
0.27 ≤ Ø0.1265(√f'c)= 0.25
0.25
100.14 kip
100.14 kip Ok!,no hay punzonamiento
En resumen con una vereda de h = 9'' de espesor , una plancha base de
indicadas en el croquis, no existiría falla por punzonamiento.
6.4 Diseño de Arriostres (Cross - frames)
6.4.1 Diseño de Arriostres Cruzados Verticales
La necesidad de arriostres cruzados debe considerarse tanto durante el procedimiento constructivo como en la condición final de servicio del tablero.Los condicionantes son:1. Transferir las cargas laterales de viento del ala inferior a la losa y de la losa a los apoyos.2. La estabilidad de las alas superiores en compresión durante el curado de lalosa.
Vu = Af Fy =
Af = área del ala en compresión del perfil del poste = pulg2
Fy =
Vr = resistencia última al punzonamiento (del concreto) = ØVn ; donde:
Vn = resistencia nominal al punzonamiento = Vc [Wb+h+2(E+B/2+h/2)]h
Vc = (0.0633+(0.1265/βc))(f'c0.5) ≤ Ø 0.1265(f'c0.5)
f'c = en ksi =
concreto de menor resistencia para la vereda, f'c = 4 ksi = 280 kg/cm2
B/2 + h/2 ≤ B ; βc = Wb/D
Wb =
βc =
Vc =
Tomamos Vc =
Vn =
Vr =
11-1/2' x 11-1/2'' y un concreto f'c = 4.0 ksi = 280 kg/cm2, y las dimensiones
183
3. La distribución de las cargas de gravedad aplicadas a la estructura.
D/6
45.75
3.80
D = 183.00
1.27
Según AASHTO, el espaciamiento de arriostres cruzados se calcula con:
42.46
11.9 cm
530.00 cm
Ubicación de arriostres cruzados:
Considero tentativamente que la fabricación de las vigas de sección cajón sehará en segmentos: 16.00-18.00-16.00 mts
[email protected] [email protected] [email protected]
16 18 16
Usaremos angulares A-709 Gr.36 de: 4x4x1/2''
1634
2419 Ok!r = 19.9 mm
140
140 Ok!
Diseño de Arriostres Cruzados Horizontales
bf
tf
tw
bf =
tf =
tw =
Lb/rt ≤ 1.76√E/Fy =
rt = radio de giro del ala en compresión mas 1/3 del alma en compresión con
respecto al eje vertical = √(1/12)tfbf3+(1/12)(D/6)tw
3/[bftf+(D/6)tw]
rt =
Lb =
Verificación:
Según AASHTO, Ab (mm2) ≥ 0.76b´f (mm)
Ab (req) = mm2
Ab = mm2
Lb/r (req) ≤
Lb/r =
184
Según AASHTO, colocaremos arriostres cruzados en el plano de las alas
superiores en los paneles extremos de cada segmento: 16.00-18.00-16.00 mts.
Tubo cuadrado
5x5x1/4''
2.10
5.33 m
16 m
Se están arriostrando los paneles extremos como se indica en la figura para elsegmento a 16 mts, igualmente se hará para el segmento central de 18 mts.
Verificación de arriostres:
Consideramos tubo cuadrado 5x5x1/4''
5729 mm
1634
2961 Ok!r = 48.8 mm
140
117 Ok!
6.5 Diseño de aparatos de apoyo y barandas metálicas
Según AASHTO, Ab (mm2) ≥ 0.76b´f (mm)
Lb =
Ab (req) = mm2
Ab = mm2
Lb/r (req) ≤
Lb/r =
185
6.5.1 Diseño de barandas metálicas
De acuerdo con AASHTO, consideraremos una vereda separadora del tráficovehicular y una baranda peatonal.
1.05 m (42'')
AASHTO: Pedestrian Railing 13.8
0.20
0.20
De acuerdo con AASHTO , diseñaremos los pasamanos para una cargavertical y transversal de 75 kg/m (0.050 KLF) y adicionalmente una cargaconcentrada de 90 kg (200 Lbs).
Diseño de tubo larguero (pasamano):
P = 90 kg ω = 75 kg/m
s s s = 2.0 m
ω
ω
d
d = 2.0 pulg
186
2450
1225
S = 9.18
52.5 kg-m
0.93 OK!
571.90
571.90
Usamos largueros de tubo de 2 pulgadas ( En este caso: tubo nacional A36 deSIDERPERU de 2'' X 4.0mm ).
Diseño de poste:
Carga vertical = 4ωs + P = 690 kg
Momento en la base = Σ(ωs)l = 328.5 kg-m
0.54 OK!
d = 4 pulg
S = 52.68
A = 20.48
r = 3.83 cm
H = 1.05 m, desde la superficie de vereda
KL/r = 54.83
E = 2037000
128
1225
1.82
33.69
623.58
Usaremos postes de tubo A-53 de 4'' Std.
ω
ω 6.0 cm
Fy A-53GrB = kg/cm2
Fb = kg/cm2
cm3
M = ± 1/10 ωL2 + PL/8 =
fbx/Fb + fby/Fb =
fbx = M/S = kg/cm2
fby = M/S = kg/cm2
fa/Fa + fb/Fb =
cm3
cm2
kg/cm2
Cc = √2π2E/Fy =
Fa = [1-((KL/r)2/2Cc2)]Fy/F.S = kg/cm2
F.S = 5/3 + 3(KL/r)/8Cc - (KL/r)3/8Cc3 =
fa = Carga vertical/A = kg/cm2
fb = M/S = kg/cm2
187
36 cm
6.0 cm
15 cm
6.0 cm
63 cm
15 cm
6.0 cm
15 cm
Según AASHTO , para carreteras de alta velocidad se debe considerar una
barrera de tráfico (formada de una barrera de concreto y una baranda metálica)
y una baranda peatonal. Fig. 13.4-1 - Pedestrian Walkway
Baranda peatonal Baranda de tráfico
Alternativamente a la barrera de tráfico, US STEEL recomienda:
6.5.2 Diseño de aparatos de apoyo
188
a. Aparato de apoyo móvil (cizallable):
Reacción por carga muerta DL:
4.13 t/m
50 m
103.32 ton
Reacción por carga viva LL:
14.8 ton
1.19 t/m
50 m
44.61 ton 49.63 ton
Cálculo del factor de distribución, mg:
1.1125
2
2
Carga sobre el apoyo: 152.95 ton
No se considera Impacto
Expansión y Contracción Total:
1.10 pulg
L = 164 pies
30 ºC 86 ºF
2.20 pulg
Usamos tentativamente: 5 X 1/2'' = 2.5 pulg
1/2''
1/2'' 0.5
2.5' 1/2''
1/2''
1/2''
1/8'' tentativo
Dimensionamiento de apoyo:
ωDL =
RDL =
RHS-25 = RLL =
mg = 0.05 + 0.85NL/Nb + 0.425/NL =
Nb =
NL =
PTL = RDL + RLL =
Δ = 6.5 (10-6) ΔT (L) (12) =
ΔT =
Espesor mínimo de apoyo: hrt = 2Δ =
hri (pulg) =
189
L
W
Pruebo:
W = 30 pulg
L = 14 pulg
9.55
801 psi
G = 95 psi
β = 1
GS/β = 907 psi
Ok, mayor que σc
Cálculo de deflexión instantánea:
0.09 pulg
10 7
801
3.5% 4.2% ε (capas internas)
Para la capa superior: β = 1.4
S/β = 6.8 ε = 0.042
Rotación:
Cálculo de deflexión angular en el apoyo:
θ
Momento de Inercia de la sección compuesta, etapa "n":
15320441.227
4.13 ton/m 41 kg/cm
0.0069 rad
PTL
S = LW/2hri(L+W) =
σc = PTL/WL =
Δc = Σ εci hri =
σc
In = cm4
ωDL =
θDL = ωL3/24EI =
190
0.0022 rad
1.33 ton/m 13.27 kg/cm
0.0008 rad
P X mg = 16.43 ton 16435 kg
0.0099 rad 0.013
Ok!
Estabilidad:
2.5 pulg ≤ L/3 = 4.67 pulg
≤ W/3 = 10 pulg
Ok!
Anclaje:
Cálculo de fuerza de corte: A = WL = 420
18 45.5 OK!
Δh = 1.10 pulg
Cálculo de fuerza longitudinal por viga cajón:
LF = 3.7 ton ≤ H = 8.0 ton OK!
b. Aparato de apoyo fijo (no cizallable):
801 psi ≤ 1100 psi OK!
Se usará las mismas dimensiones que en el apoyo móvil.
Pernos de anclaje:
De acuerdo con AASHTO, para luces mayores a 45.0 mts, consideraremos
cuatro (4) pernos de anclaje de Ø = 1-1/2''x15''; dos a cada lado de la sección
cajón.
θLL = ω1L3/24EI =
ω1 X mg =
θLL = PL2/16EI =
θA total = ≤ 2Δc/L =
hrt =
pulg2
H = GAΔh/hrt = Klb ≤ RDL/5 =
σc = PTL/WL =
192
Las losas de concreto frecuentemente fallan por punzonamiento resultado de lafuerza de compresión que se aplica a la losa en el ala correspondiente del perfil.
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 1 Hecho por Ing. César Aranís
REVISION ESTRIBOS-PUENTE SHAMBILLO (UCAYALI-PADRE ABAD)
7. DISEÑO DE SUBESTRUCTURAS Y APARATOS DE APOYO
7.1 Diseño del estribo izquierdo, apoyo móvil
7.1.1 Estructuración y predimensionamiento
Cargas de diseño - Diseño por cargas de servicio (ASD)
Casos I II III IV V Sís
Carga muerta de la superestructura X X --- X X XCarga muerta de la pantalla y zapata X X X X X XCarga muerta de tierras sobre el talón(incluído s/c) X X X X --- XCarga muerta de tierras sobre el pie X X X X --- XPresión de tierras (incluído s/c) X X X X --- XCarga viva sobre la superestructura X --- --- X --- ---Temperatura y contracción de fragua --- --- --- X --- ---Presión admisible del suelo (%) 100 100 150 125 150 133
0.300.30
0.651.73
0.5
0.35 H = 9.251.16
H
Consideramos: h = 1.16
1.902.80
0.90 Garganta
1.00
Falsa zapata 0.00
5.60 m
h ≥ 1/8H =
Nota: La falsa zapata es opcional según el criterio de diseño del proyectista.
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Página 2 Hecho por Ing. César Aranís
Datos para el cálculo:
Carga muerta de la superestructura
Carga viva HS-25
Carga viva longitudinal
Carga sísmica longitudinal
Carga sísmica transversal
Desplazamiento por temperatura
Desplazamiento por sismo
Información geotécnica
s/c por carga viva = 0.61 m
Peso unitario del relleno = γ = 1800
Presión admisible del terreno = 1.56
0.422
Angulo de fricción interna del relleno = Ø = 24 º
0.257
0.173 rad 9.93 º
0.175 A = Aceleración del suelo, Ancash
0
3.771
Ø = 24 ºδ = 0 ángulo de fricción entre el relleno y cara posterior lisai = 0 pendiente del rellenoβ = 0 pendiente de cara posterior de la pantalla (vertical)
Coeficiente de fricción = 0.35
Aceleración del suelo = A = 0.35 Ucayali-Padre Abad-Shambillo
Ancho de apoyo del tablero, N:
N = 305 + 2.5L = 380.15 mmL = 30.06 mN = 750 mmRecomendación del DOT de California - USA.
7.1.2 Chequeo de estabilidad: deslizamiento,volteo y presiones admisibles
kg/m3
kg/cm2
Coeficiente de presión lateral de tierras = Ka = (1-senØ)/(1+senØ) =
Coeficiente de presión lateral activa sísmica = Kae =
Kae = [Cos2(Ø-θ-β)] / [ψCosθCos2βCos(δ+β+θ)]
θ = arc tan (kh/(1-kv)) =
kh = A/2 =
kv = Según AASHTO, se puede tomar kv = 0 ó si se quiere
considerar se acepta un rango de: 0.3kh < kv < 0.5kh
ψ = [1 + ( (sen(Ø+δ)sen(Ø-θ-i))/(cos(δ+β+θ)cos(i-β)) )0.5 ]2 =
Pe = Resultante de presión lateral activa
qsc = Presión lateral de tierras debido a la s/c
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 3 Hecho por Ing. César Aranís
F = Fuerza longitudinal
19.80
0.61γ = Peso unitario del suelo
463.1
7021.8
4281.2
0.6H
0.5H
0.4H
A
momentos con respecto a A.
Cargas verticales, fuerzas laterales y momentos con respecto a ACarga C. Vertical Fza. lateral Brazo Momento
(ton) (ton) (m) (ton-m)
1.25 - 2.95 3.67
1.94 - 2.60 5.04
10.70 - 4.35 46.56
1.75 - 4.10 7.16
30.37 - 4.20 127.57
2.93 - 4.35 12.74
qe = Presión lateral de tierras (estática)
qeq = Presión lateral de tierras por sismo
PDL = Carga muerta de la superestructura
PHS-25 = Carga viva HS-25
Feq = Carga sísmica longitudinal
Peq = Resultante de presión lateral activa sísmica (Ton) = qeqH/2 =
hs/c = Altura equivalente de s/c (mts) =
wi = Peso de los componentes del estribo y bloque de tierras
qsc = Ka γ hsc (Kg/m2) =
qe = Ka γ H (Kg/m2) =
qeq = Kae γ H (Kg/m2) =
qeq qsc Ps/c
w1 PDL, PHS-25
Peq w3 F,Feq,Ftemp+cf
w2
w4
Psc
Pe
w5 w6 w10
w7
w8
qe
Calcularemos las cargas verticales wi , las cargas laterales qi y tomaremos
w1
w2
w3
w4
w5
Ps/c
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Página 4 Hecho por Ing. César Aranís
9.49 - 2.47 23.49
1.36 - 2.07 2.80
13.44 - 2.80 37.63
8.45 - 1.00 8.45
24.79 - 2.47 61.36
12.70 - 2.47 31.42F - 0.63 7.52 4.77
- 1.31 7.52 9.86
- 19.80 5.55 109.89
- 32.48 3.70 120.16
- 4.28 4.63 19.81
- 2.48 7.52 18.64
L = 30.6 m
3.00 t/m
2.60 t/m
0.41 t/m
64.46 tl' = 5.20 m Ancho de asiento
33.01 t
losa = 2.50 t/m (Incluye veredas)Barandas = 0.1 t/mVigas = 1.21 t/mAsfalto = 2'' = 0.405 t/m
4.21 t/m
14.8t1.19t/m
30.60
1.3 t/m
7497 lb 3.41 t
A = LW = 144L = 12 pulgW = 12 pulgG = módulo de elasticidad al corte = 95 lbΔT = 70 ºF
21.1 ºC
ΔL = deformación por temperatura, puente metálico, clima moderado
0.55 pulg
1.10 pulg
1.00 pulg
w6
w7
w8
w10
PDL
PHS-25
Feq
Peq
Pe
Psc
Ftemp+cf
wDL = wDC+ wDW =
wDC =
wDW =
RDL = wDL L/2 =
Ri =
Ri Rd
Feq = 2Hapoyo/l' =
Hapoyo = (GAΔL)/hrt =
pulg2
ΔT (ºC) = 5(F-32)/9 =
ΔL = 6.5x10-6 ΔT L =
hrt = 2ΔL =
Considero hrt =
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Página 5 Hecho por Ing. César Aranís
Considero en 10% de la carga muerta el efecto por contracción de fragua y temperatura.
Con las cargas verticales , horizontales y sus momentos con respecto a A , analizaremos las presiones transmitidas al terreno y los factores de seguridad al volteo ydeslizamiento.
p = (V/B)(1 ± 6e/B) e = (B/2) - (M/V)
p = presión transmitida al terrenoV = resultante de fuerzas verticalesB = ancho de la zapata = 5.60 m
0.93 me = excentricidad de la resultanteM = momento total con respecto al punto A
Cargas V (ton) M (ton-m)I 119.16 227.94 1.91II 103.54 203.59 1.97III 78.75 142.23 1.81IV 119.16 204.52 1.72
V 52.26 134.00 2.56Sísmico 103.54 204.00 1.97
Cargas eI 0.89 41.50 1.05 4.15 0.11II 0.83 35.00 1.97 3.50 0.20III 0.99 29.07 0.00 2.91 0.00IV 1.08 46.29 0.00 4.63 0.00V 0.24 11.69 6.97 1.17 0.70
Sísmico 0.83 34.92 2.05 3.49 0.21
transmitida en las combinaciones de cargas: I, II, III, IV y por sísmoexageradamente.
Presión admisible (según estudio de suelos) = 1.56
V
e
h
B/2
emax = B/6 =
xa = M/V (m)
pmáx (ton/m2) pmín (ton/m2) pmáx (kg/cm2) pmín (kg/cm2)
Nota: Se observa que el estribo en el apoyo móvil falla por presión
kg/cm2
Para e≤B/6, p = (V/B)(1±6e/B)
Para e>B/6, uso: pmáx = 2V/(3[(B/2)-e])
Xa
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2.80 p
Chequeo por estabilidad al volteo (Casos de cargas III y IV):
F.S =
Momentos resistentes, momentos de volteo y F.S's
Caso F.SIII 120.16 262.39 2.18IV 163.39 367.91 2.25
Chequeo de estabilidad al deslizamiento (Casos de cargas III y IV):
F.S =
Fuerzas resistentes, fuerzas de deslizamiento y F.S's
Caso F.SIII 32.48 27.56 0.85IV 23.37 41.71 1.78
ción de cargas III.
7.1.3 Diseño estructural
Cálculo del refuerzo en la pantalla:
Cálculo de fuerzas laterales:
Presión lateral activa: H' = H - h = 8.35 m
H = 9.25 m
h (garganta) = 0.90 m
Análisis de fuerzas laterales para el cálculo de V y M:
6.34
L1
L1 = 3[(L/2)-e] pmax
Mresistente/Mvolteo ≥ 2
Mvolteo Mresistente
Fresistente/Fdeslizamiento ≥ 1.5
Fdeslizamiento Fresistente
Nota: Se observa que el estribo falla por deslizamiento debido a la combina
qe = Ka γ H' = ton/m2
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26.46 ton
0.46
3.87 ton
2.48 tonF = 0.63 ton
Consideremos las combinaciones de cargas VI y VII del LFD, según AASHTO:
VI
1.625E+1.25L+1.25LF+1.25(R+S+T)
1.3 Fzas. Fact. Brazo Mto. Fact. (t-m)
E = 26.46 ton 43.00 3.34 143.63
L = 3.87 ton 4.83 4.18 20.18
LF = 0.63 ton 0.79 11.16 8.85
(R+S+T) = 2.48 ton 3.10 11.16 34.59
51.73 207.25
VII General
1.69E+1.3EQ
Fzs. Fact. Brazo Mom. Fact.
E = 26.46 ton 44.72 3.34 149.38
1.31 ton 1.70 11.16 19.01
16.13 ton 20.98 5.01 105.09
3.86
67.40 273.48
d = 79 cmb = 100 cm
48.688
23.529
210
4200
0.0138 FALLA DUCTIL
109.41
0.0216
0.0162Nº varillas/m = 10.88
Ø = 1-3/8'' 10.06
9.20 cm
Pe = qe H'/2 =
qsc = Ka γ hsc = ton/m2
Psc = qsc H' =
Ftemp+cf =
1.25(βDD+L+CF+βEE+B+SF+0.3W+WL+LF+(R+S+T)) General
1.25(βEE+L+LF+(R+S+T))
βE =
Vu = Mu =
1.3(βDD+βEE+B+SF+EQ)
1.3(βEE+EQ)
1.69E+1.3Feq+1.3Peq
Feq =
Peq =
qeq = ton/m2
Vu = Mu =
Ku = Mu/Øbd2 =
m = fy/0.85f'c =
f´c = kg/cm2
fy = kg/cm2
ρ = (1/m)[1-(1-(2mKu/fy))0.5] =
As = ρbd = cm2
ρb =
ρ < 0.75ρb =
as =
s = asx100/As =
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Página 8 Hecho por Ing. César Aranís
Cálculo del refuerzo en la cara frontal del asiento:
Este refuerzo sería necesario en la posibilidad de tener las llantas en el eje delparapeto y despreciar el empuje de suelos (que compensaría el momento).
R = 2x14.51/8.60 = 3.37
a = 0.40
b = 0.70
1.30 0.60
kd
1.00 fc
e fsAs
a b
M = Re = 1.62 ton-m/m
As = M/fsjd = 1.72k = 0.36j = 1-k/3 = 0.88d = 63.73 cmkd = 0.23 me = 0.48 m
Se observa que el área requerida de refuerzo es muy pequeña inclusive menor queel refuerzo recomendado en las zonas donde no se calcula refuerzo principal, estoes: 6.45 cm2/m , luego consideramos suficiente el refuerzo ya detallado en estacara del muro.
d = 79
Nota: La garganta es totalmente insuficiente. La cantidad de refuerzo igual
Referencia: Ingeniería de Cimentaciones. R.Peck
cm2/m
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 9 Hecho por Ing. César Aranís
12Ø1-3/8''
s = 8.311 cm
b = 100 cms
0.67
d = 0.79 m
Corte = 3.55 m
0.87
h = 0.90 m
d = 0.79 m
Corte = 1.88 m
25.00 cm
3.55 m
1.88 m
Cara superior de la zapata
Refuerzo horizontal por temperatura y contracción de fragua:
Corte de 2As/3, M=(p/6)l3, l/H' =
Corte de As/3, M=(p/6)l3, l/H' =
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 10 Hecho por Ing. César Aranís
0.125
2.65
Considero Ø 1/2'': 48 cmTomo Ø 1/2'' @ 45 cm, en ambas caras.
Refuerzo de la zapata:
Cálculo del refuerzo en el talón:Considero la combinación de cargas IV:
42.83 ton M (Kg-m) = 64449
M = -9338 kg-m3.80 1.90
7.00
0.00 p = 25.13
47.7 46.29
67.84
Cálculo del refuerzo en el talón:
-5.49
2100 Se considera 125% del esfuerzo admisible de
d = 90 cm tracción en el refuerzo, según AASHTO.
j = 0.9
-52 Se colocarán Ø3/4'' @ 29 cms
Cálculo del refuerzo en la punta:
37.89
2100d = 90 cm
pulg2/pie
cm2/m
s = asx100/As =
w3+w4+w5 =
As = Mx100/(fsjd) = cm2
fs = kg/cm2
s = asx100/As =
As = Mx100/(fsjd) = cm2
fs = kg/cm2
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 11 Hecho por Ing. César Aranís
j = 0.9
7 Se colocarán Ø3/4'' @ 14 cms
Ø1/2''@45cmØ1-3/8''@25cm
Ø1/2''@45cm
Ø1-3/8''@25cm
Ø1-3/8''@25cm
Ø3/4''@29cm Ø1/2''@45cm
Ø1/2''@45cm
Ø3/4''@14cm
7.2 Diseño del estribo derecho, apoyo fijo
7.2.1 Estructuración y predimensionamiento
Cota rasante = 3099.65 mCota de cimentación = 3090.45 m (- 4 cm)H = 9.20 mh: 1/8 - 1/12 de H
0.30
s = asx100/As =
Revisión Estribos-Puente Shambillo
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0.30
0.60
1.00
7.70 m
2.50 4.001.50
8.00 1.50 m
2.00 m
A x yB 0.00 0.00C 0.00 1.50D 2.50 1.50E 3.70 7.90F 4.30 7.90G 4.30 8.90H 4.60 8.90I 4.60 6.90J 4.00 6.30
K 4.00 1.50L 8.00 1.50
8.00 0.00
7.2.2 Chequeo de estabilidad: deslizamiento,volteo y presiones admisibles
F = Fuerza longitudinal
103.43
0.61γ = Peso unitario del suelo
0.593
Pe = Resultante de presión lateral activa
qsc = Presión lateral de tierras debido a la s/c
qe = Presión lateral de tierras (estática)
qeq = Presión lateral de tierras por sismo
PDL = Carga muerta de la superestructura
PHS-25 = Carga viva HS-25
Feq = Carga sísmica longitudinal
Peq = Resultante de presión lateral activa sísmica = qeqH/2 (Ton) =
hsc = Altura equivalente de s/c (mts) =
wi = Peso de los componentes del estribo y bloque de tierras
K0 = 1-senØ =
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651.4
9820.2
22493.7
1.359
0.555 rad 31.80 º
0.62 Según AASHTO
0 Según AASHTO, se puede tomar kv = 0 ó si se quiereconsiderar se acepta un rango de: 0.3kh < kv < 0.5kh
1.0000
Ø = 0.4189 radδ = 0 ángulo de fricción entre el relleno y cara posterior lisai = 0 pendiente del relleno, aprox.β = 0 pendiente de cara posterior de la pantalla (vertical)
7.45
0.6H0.5H 0.4H
momentos con respecto a A.
Cargas verticales, fuerzas laterales y momentos con respecto a ACargas C. Vert (ton) Fza. Lat (ton) Brazo (m) M (ton-m)
7.68 - 3.30 25.37
4.61 - 3.85 17.74
qsc = K0 γ hsc =
qe = K0 γ H =
qeq = Kae γ H =
Kae = [Cos2(Ø-θ-β)] / [ψCosθCos2βCos(δ+β+θ)] =
θ = arc tan (kh/(1-kv)) =
kh =
kv =
ψ = [1 + ( (sen(Ø+δ)sen(Ø-θ-i))/(cos(δ+β+θ)cos(i-β)) )0.5 ]2 =
Ps/c
w6 qsc qeq
PD,PHS-25
w5 w8
F,Feq,Ftemp+cf
w4
w3 w9
Peq
Psc
w11 w12
Pe
w10
w2
w1
w7
qe
Calcularemos las cargas verticales wi, las cargas laterales qi y tomaremos
w1
w2
Revisión Estribos-Puente Shambillo
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0.43 - 4.20 1.81
1.44 - 4.30 6.19
0.72 - 4.45 3.20
2.66 - 6.15 16.38
28.80 - 4.00 115.20
12.24 - 6.30 77.11
4.00 - 6.15 24.58
34.56 - 6.00 207.36
33.53 - 1.25 41.91
6.71 - 2.83 18.95
4.06 - 6.15 24.98
24.79 - 4.00 99.17
12.70 - 4.00 50.78F - 0.63 7.90 5.01
- 4.34 7.90 34.28
- 103.43 5.52 570.66
- 45.15 3.68 166.09
- 5.99 4.60 27.54
- 2.48 7.90 19.59
Con las cargas verticales, horizontales y sus momentos con respecto a A,analizaremos las presiones transmitidas al terreno y los factores de seguridad alvolteo y deslizamiento.
p = (V/B)(1 ± 6e/B); e<B/6 e = (B/2) - (M/V)
p = presión transmitida al terrenoV = resultante de fuerzas verticalesB = ancho de la zapata = 8.00 m
1.33 me = excentricidad de la resultanteM = momento total con respecto al punto A
Cargas V (ton) M (ton-m)I 178.92 -537.12 3.00II 162.16 -488.90 3.01III 137.37 -389.72 2.84IV 178.92 -512.52 2.86V 71.14 -285.08 4.01
Sísmico 162.16 -50.05 0.31
Cargas eI 1.00 39.11 5.62II 0.99 35.25 5.29III 1.16 32.15 2.19IV 1.14 41.41 3.32V -0.01 8.84 8.94
Sísmico 3.69 350.30 0.00
w3
w4
w5
w6
w7
w8
w9
w10
w11
w12
Ps/c
PDL
PHS-25
Feq
Peq
Pe
Psc
Ftemp+cf
emax = B/6 =
xa = M/V (m)
pmáx pmín
Revisión Estribos-Puente Shambillo
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Presión admisible del terreno = 30 150
Chequeo por estabilidad al volteo (Casos de cargas III y IV):
F.S =
Momentos resistentes, momentos de volteo y F.S's
Caso F.SIII 166.09 555.82 3.35IV 218.24 730.75 3.35
Chequeo de estabilidad al deslizamiento (Casos de cargas III y IV):
F.S =
Fuerzas resistentes, fuerzas de deslizamiento y F.S's
Caso F.SIII 45.15 48.08 1.06IV 54.26 62.62 1.15
7.2.3 Diseño estructural
Cálculo del refuerzo en la pantalla:
Cálculo de fuerzas laterales:
Presión lateral activa:
H' = H - h = 7.70 mH = 9.20 mh = 1.50 m
Análisis de fuerzas laterales para el cálculo de V y M:
8.22
31.62 ton
0.65
5.01 ton
2.48 tonF = 0.63 ton
Consideremos las combinaciones de cargas VI y VII del LFD, según AASHTO:
Nota: Se observa que los valores de pmáx están dentro del rango admisible.
kg/cm2
Para e>B/6, uso: pmáx = 2V/(3[(B/2)-e])
Mresistente/Mvolteo ≥ 2
Mvolteo Mresistente
Fresistente/Fdeslizamiento ≥ 1.5
Fdeslizamiento Fresistente
qe = K0 γ H' = ton/m2
Pe = qe H'/2 =
qsc = K0 γ hsc = ton/m2
Psc = qsc H' =
Ftemp+cf =
Revisión Estribos-Puente Shambillo
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VI
1.625E+1.25L+1.25LF+1.25(R+S+T)
1.3 Fzs. Fact. Brazo Mom. Fact.
E = 31.62 ton 51.39 3.08 158.20
L = 5.01 ton 6.27 3.85 24.11
LF = 0.63 ton 0.79 10.56 8.38
(R+S+T) = 2.48 ton 3.10 10.56 32.73
61.55 223.42
VII General
1.69E+1.3EQ
Fzs. Fact. Brazo Mom. Fact.
E = 31.62 ton 53.44 3.08 164.52
4.34 ton 5.64 10.56 59.56
72.44 ton 94.17 4.62 434.83
18.82153.25 658.92
d = 139 cmb = 100 cm
37.8932
23.5294
0.0103 FALLA DUCTIL
210
4200
142.63ρb = 0.0216ρ < 0.75ρb = 0.0162
Distancia libre entre varillas = 1.5Ø
Nº varillas/m = 14.18Ø = 1-3/8''
10.06s = 9.1
1.25(βDD+L+CF+βEE+B+SF+0.3W+WL+LF+(R+S+T)) General
1.25(βEE+L+LF+(R+S+T))
βE =
Vu = Mu =
1.3(βDD+βEE+B+SF+EQ)
1.3(βEE+EQ)
1.69E+1.3Feq+1.3Peq
Feq =
Peq =
qeq = ton/m2
Vu = Mu =
Ku = Mu/Øbd2 =
m = fy/0.85f'c =
ρ = (1/m)[1-(1-(2mKu/fy))0.5] =
f´c =
fy =
As = ρbd = cm2
as = cm2
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Página 17 Hecho por Ing. César Aranís
139
11Ø1-3/8''
11
b = 100 cms
0.67d = 1.39 mCorte = 3.93 m
0.87h = 1.50 md = 1.39 mCorte = 2.39 m
27.27 cm
3.93 m
2.39 m
Corte de 2As/3, M=(p/6)l3, l/H' =
Corte de As/3, M=(p/6)l3, l/H' =
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 18 Hecho por Ing. César Aranís
Cara superior de la zapata
Refuerzo horizontal por temperatura y contracción de fragua:
0.125
2.65
Considero Ø 1/2'': 48 cmTomo Ø 1/2'' @ 45 cm, en ambas caras.
Refuerzo de la zapata:
Cálculo del refuerzo en el talón:
Considero la combinación de cargas IV:
50.80 ton
M = 109.19 t-m M (ton-m) = 5.492.50 1.50 4.00
8.00
3.32p = 20.71 ton
41.41 28.47 ton
87.35 ton 48.05 ton
Cálculo del refuerzo en el talón:
2.08M es muy pequeño porque las fuerzas verticales casi se equilibran. Consideraré una
cuantía mínima de : 0.002
As = 28 j = 0.9
2100 Se considera 125% del esfuerzo admisible de
d = 140 cm tracción en el refuerzo, conforme a AASHTO.
18 Se colocarán Ø1'' @ 18 cms
Cálculo del refuerzo en la punta:
41.27
2100 j = 0.9d = 140 cm
pulg2/pie
cm2/m
s = asx100/As =
w8+w9+w10 =
As = Mx100/(fsjd) = cm2
cm2
fs = kg/cm2
s = asx100/As =
As = Mx100/(fsjd) = cm2
fs = kg/cm2
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 19 Hecho por Ing. César Aranís
12 Se colocarán Ø1'' @ 13 cms
Ø1-3/8''@ 27cm
Ø1-3/8''@ 27cmØ1/2''@ 45cm
Ø1-3/8''@ 27cm
Ø1/2''@ 45cm Ø1/2''@45cm
Ø1/2''@ 45cm Ø1''@ 18cm
Ø1''@ 13cm
7.3 Diseño de aleros
Diseñaremos los aleros como muros de contención aislados del cuerpo centraldel estribo por una junta de construcción hidraúlica.Diseñaremos 3 secciones; la sección de mayor altura arranca con la altura de losmachones del estribo y las 2 secciones sucesivas a los tercios.
6.003102.97
3098.0010.00
6.67 8.335.00 3092.97
2.00 2.00 2.00
Sección 3-3: 1.2860.3 β
s = asx100/As =
w2
w3
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 20 Hecho por Ing. César Aranís
H = 11.50
1.50 1.504.80
1.50
7.80
Cálculo de presión lateral:
β = 15 º 0.262 radδ = 0 º 0.000θ = 90 º 1.571Ø = 32 º 0.559
0.719
1sen(Ø+δ)sen(Ø-β)/sen(θ-δ)sen(θ+β) = 0.160
1.961Ka = 0.367
γ = 2.0
Combinaciones de carga:
D+L+E % = 100 L = 0D+E % = 125 Pasa conservadoramenteD+E+EQ % = 133
Chequeo de deslizamiento: 1.50
Pto. B
D+L+E = D+E
Carga vertical Carga Horiz Brazo MomentoTons Tons m Ton-m
96.00 0 2.40 230.40
6.17 0 1.60 9.88
7.20 0 4.95 35.64
14.40 0 5.50 79.20
28.08 0 3.90 109.51Ea 0 48.49 4.60 223.06
∑V = 151.85 ∑M = 687.694.53
e = b-B/2 = 0.63 Resultante dentro del tercio central
FS = 2.19 Ok, pasa por deslizamiento
Cálculo de presiones:
w1
w4
Ka = sen2(θ+Ø)/(Sen2θSen(θ-δ))[1+√(sen(Ø+δ)sen(Ø-β)/sen(θ-δ)sen(θ+β))]2
sen2(θ+Ø) =
Sen2θSen(θ-δ) =
[1+√(sen(Ø+δ)sen(Ø-β)/sen(θ-δ)sen(θ+β))]2 =
Ton/m3
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
b = ∑M/∑V =
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 21 Hecho por Ing. César Aranís
D+L+E = D+E
e = 0.63
28.88 Ok!
10.05 Ok!
P = presión transmitida al terreno
B = ancho de la zapata = 7.80 m
1.30 m
e = excentricidad de la resultante
Chequeo al volteo:1.50
Pto. AD+L+E = D+E
Carga vertical Carga Horiz Brazo M. resistentes M. volteoTons Tons m Ton-m 0
96.00 0 5.40 518.40 0
6.17 0 6.20 38.28 0
7.20 0 2.85 20.52 0
14.40 0 2.30 33.12 0
28.08 0 3.90 109.51 0Ea 0 48.49 4.60 0.00 223.06
719.83 223.06
3.23 Ok, pasa
Cálculo de empuje sísmico: Método de Mononobe-Okabe
0.694
1.381
83.54
Ø = 32 0.559δ = 0 0.000i = 15 0.262β = 0 0.000
0.225
0.09θ = 0.242
Chequeo de deslizamiento: 1.50
P = (∑V/B)(1 ± 6e/B)
P1 = ton/m2
P2 = ton/m2
∑V = resultante de fuerzas verticales
emáx = B/6 =
∑M = momento total con respecto al punto B
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
∑ =
FS = ∑M.resistentes/∑M.volteo =
Kae = [Cos2(Ø-θ-β)] / [ψCosθCos2βCos(δ+β+θ)] =
ψ = [1 + ((sen(Ø+δ)sen(Ø-θ-i))/(cos(δ+β+θ)cos(i-β)))0.5 ]2 =
Eae = 1/2γH2 (1-kv)Kae =
kh = A/2 =
kv =
FS ≥
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 22 Hecho por Ing. César Aranís
Pto. B
D+EQ
Carga vertical Carga Horiz Brazo MomentoTons Tons m Ton-m
96.00 0 2.40 230.40
6.17 0 1.60 9.88
7.20 0 4.95 35.64
14.40 0 5.50 79.20
28.08 0 3.90 109.51
0 83.54 5.75 480.33∑ = 151.85 944.96FS = 1.27 Ok, considerando que para esta combinación % = 133b = 6.22e = b-B/2 = 2.32 B/6 = 1.30
64.19 Ok, pasa
Chequeo al volteo:
1.50Pto. AD+EQ
Carga vertical Carga Horiz Brazo M. resistentes M. volteoTons Tons m Ton-m Ton-m
96.00 0 5.40 518.40 0
6.17 0 6.20 38.28 0
7.20 0 2.85 20.52 0
14.40 0 2.30 33.12 0
28.08 0 3.90 109.51 0
0 83.54 5.75 0 480.33∑ = 719.83 480.33
FS = 1.50 Ok, considerando que para esta combinación % = 133
Cálculo del refuerzo en la pantalla del muro:
63.17 Ton
Momento de diseño: 253 Ton-m
91.4
2244 Considerando combinación D+EQ
j = 0.88
d = 140 cm
210
w1
w2
w3
w4
w5
Eae = EQ
Para e>B/6, uso: Pmáx = 2∑V/(3[(B/2)-e])
Pmáx = ton/m2
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
Eae = EQ
R = 1/2γH´2 (1-kv)Kae =
As = M/fsjd = cm2
fs = kg/cm2
f'c = kg/cm2
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 23 Hecho por Ing. César Aranís
fc = 112
Verificación de momentos resistentes:
0.0065 0.0077
9 20.09
217371
2030000
pn = 0.0588
0.2890
j = 1-k/3 = 0.90
259 Ton-m Ok!
286 Ton-m
Detallado del refuerzo:
10.06
11.0 cm
0.3 β
H´ = 10.00H = 11.50
R
1.50 1.504.80
1.50
7.80
6.17 ton
96.00 ton
10.05
kg/cm2
ρ = As/bd = ρb = n/2r(n+r) =
n = Es/Ec = r = fs/fc =
Ec =
Es =
k = (2pn+pn2)0.5-pn =
Ms = Asfsjd =
Mc = (fc/2) kjbd2 =
Uso Ø = 1-3/8'' as = cm2
s = asx100/As =
Ø1-3/8'' @ 12 cm
Malla Ø1/2'' @ 45cm Ø1/2'' @ 45 cm
Ø1'' @ 20 cm
Ø1/2'' @ 45 cm
Ø3/4'' @ 30 cm
w2 =
w1 =
ton/m2
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 24 Hecho por Ing. César Aranís
28.88
76.07 ton
21.64 ton
15.85 tonM = 67.59 ton-m
31.57s = 16 cm
25.26 ton
27.07 tonM = 20.30 ton-m
9.48s = 29.9 cm
Sección 2-2:
1.180.3 β
H´= 8.33 m
H = 9.83 m
R
1.20 1.274.40
1.50
6.87
5.19 ton
73.30 ton
11.97
Rm =
P1 =
Pm =
As = cm2
P2 =
Pm =
As = cm2
w2
Ø1-3/8''@ 16 cm Ø1/2''@ 45 cm
Malla Ø1/2''@ 45 cm
w3
w1
w4
Ø1'' @ 18 cm
Ø1/2''@ 45 cm
Ø3/4'' @ 34 cm
w2 =
w1 =
ton/m2
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 25 Hecho por Ing. César Aranís
31.22
79.80 ton
24.30 ton
18.14 tonM = 0.92 ton-m
28.20s = 18 cm
27.86 ton
29.54 tonM = 17.72 ton-m
8.28s = 34 cm
Chequeo de deslizamiento:
1.50
Pto. B
D+L+E = D+E
Carga vertical Carga Horiz Brazo MomentoTons Tons m Ton-m
73.30 0 2.20 161.27
5.19 0 1.47 7.61
6.00 0 4.55 27.29
9.70 0 5.02 48.71
24.73 0 3.44 84.95Ea 0 35.43 3.93 139.31
∑V = 118.92 469.143.95
e = b-B/2 = 0.51 Resultante dentro del tercio central
FS = 2.35 Ok, pasa por deslizamiento
Cálculo de presiones:
D+L+E = D+E
1.15 me = 0.51 m
11.97
31.22
Rm =
P1 =
Pm =
As = cm2
P2 =
Pm =
As = cm2
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
∑M =b = ∑M/∑V =
Para e<B/6, Pmáx = (∑V/B)(1 ± 6e/B)
emáx = B/6 =
Pmín = ton/m2
Pmáx = ton/m2
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 26 Hecho por Ing. César Aranís
P = presión transmitida al terreno
B = ancho de la zapata = 6.87 me = excentricidad de la resultante
Chequeo al volteo: 1.50
Pto. AD+L+E = D+E
Carga vertical Carga Horiz Brazo M. resistentes M. volteoTons Tons m Ton-m 0
73.30 0 4.67 342.33 0
5.19 0 5.40 28.03 0
6.00 0 2.32 13.91 0
9.70 0 1.85 17.91 0
24.73 0 3.44 84.95 0Ea 0 35.43 3.93 0.00 139.31
487.13 139.31
3.50 Ok, pasa
Cálculo de empuje sísmico: Método de Mononobe-Okabe
0.694
1.381
61.04
Chequeo de deslizamiento:
1.50
Pto. B
D+EQ
Carga vertical Carga Horiz Brazo MomentoTons Tons m Ton-m
73.30 0 2.20 161.27
5.19 0 1.47 7.61
6.00 0 4.55 27.29
9.70 0 5.02 48.71
24.73 0 3.44 84.95
0 61.04 4.92 299.99∑ = 118.92 629.82FS = 1.36 Ok, considerando que para esta combinación % = 133b = 5.30
e = b-B/2 = 1.86 1.15
∑V = resultante de fuerzas verticales
∑M = momento total con respecto al punto B
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
∑ =
FS = ∑M.resistentes/∑M.volteo =
Kae = [Cos2(Ø-θ-β)] / [ψCosθCos2βCos(δ+β+θ)] =
ψ = [1 + ((sen(Ø+δ)sen(Ø-θ-i))/(cos(δ+β+θ)cos(i-β)))0.5 ]2 =
Eae = 1/2γH2 (1-kv)Kae =
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
Eae = EQ
emáx = B/6 =
Para e>B/6, uso: Pmáx = 2∑V/(3[(B/2)-e])
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50.38 Ok, pasa
Chequeo al volteo:
1.50Pto. AD+EQ
Carga vertical Carga Horiz Brazo M. resistentes M. volteoTons Tons m Ton-m Ton-m
73.30 0 4.67 342.33 0
5.19 0 5.40 28.03 0
6.00 0 2.32 13.91 0
9.70 0 1.85 17.91 0
24.73 0 3.44 84.95 0
0 61.04 4.92 0 299.99∑ = 487.13 299.99
FS = 1.62 Ok, considerando que para esta combinación % = 133
Cálculo del refuerzo en la pantalla del muro:
43.83 Ton
Momento de diseño: 146 Ton-m
63.2
2244 Considerando combinación D+EQ
j = 0.88
d = 117 cm
210
fc = 112
Verificación de momentos resistentes:
0.0054 0.0077
9 20.09
217371 0.0486
2030000 j = 1-k/3 = 0.91
0.2670
151 Ton-m Ok!
186 Ton-m
Detallado del refuerzo:
10.06
15.9 cm
Sección 1-1:
Pmáx = ton/m2
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
Eae = EQ
R = 1/2γH´2 (1-kv)Kae =
As = M/fsjd = cm2
fs = kg/cm2
f'c = kg/cm2
kg/cm2
ρ = As/bd = ρb = n/2r(n+r) =
n = Es/Ec = r = fs/fc =
Ec = ρn =
Es =
k = (2pn+pn2)0.5-pn =
Ms = Asfsjd =
Mc = (fc/2) kjbd2 =
Uso Ø = 1-3/8'' as = cm2
s = asx100/As =
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1.070.3 β
Ø1/2'' @ 45 cmØ1-3/8''@ 25 cm
Malla Ø1/2''@ 45 cmH´= 6.67
H = 8.17
R
Ø1'' @ 18 cm1.10 1.03
4.00 Ø1/2'' @ 45 cm
1.50
6.13Ø3/4'' @ 50 cm
4.29 ton
53.36 ton
11.16
21.69
58.39 ton
18.03 ton 19.80 ton
14.60 ton 20.75 tonM = 1.37 ton-m M = 11.41 ton-m
28.20 5.33s = 18 cm s = 53.3 cmM muy pequeño, uso:ρ = 0.002
Chequeo de deslizamiento:
1.50
Pto. B
D+L+E = D+E
Carga vertical Carga Horiz Brazo MomentoTons Tons m Ton-m
53.36 0 2.00 106.72
4.29 0 1.33 5.72
4.80 0 4.15 19.93
w2
w3
w1
w4
w2 =
w1 =
ton/m2
Rm =
P1 = P2 =
Pm = Pm =
As = cm2 As = cm2
FS ≥
w1
w2
w3
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5.84 0 4.54 26.55
22.07 0 3.07 67.64Ea 0 24.47 3.27 79.98
∑V = 90.36 306.533.39
e = b-B/2 = 0.33 Resultante dentro del tercio central
1.02FS = 2.58 Ok, pasa por deslizamiento
Cálculo de presiones:
D+L+E = D+E
1.02 me = 0.33 m
11.16
21.69
P = presión transmitida al terreno
B = ancho de la zapata = 6.13 me = excentricidad de la resultante
Chequeo al volteo:
1.50
Pto. AD+L+E = D+E
Carga vertical Carga Horiz Brazo M. resistentes M. volteoTons Tons m Ton-m 0
53.36 0 4.13 220.38 0
4.29 0 4.80 20.56 0
4.80 0 1.98 9.51 0
5.84 0 1.59 9.27 0
22.07 0 3.07 67.64 0Ea 0 24.47 3.27 0.00 79.98
327.36 79.98
4.09 Ok, pasa
Cálculo de empuje sísmico: Método de Mononobe-Okabe
0.694
1.381
42.16
w4
w5
∑M =b = ∑M/∑V =
emáx = B/6 =
Para e<B/6, Pmáx = (∑V/B)(1 ± 6e/B)
emáx = B/6 =
Pmín = ton/m2
Pmáx = ton/m2
∑V = resultante de fuerzas verticales
∑M = momento total con respecto al punto B
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
∑ =
FS = ∑M.resistentes/∑M.volteo =
Kae = [Cos2(Ø-θ-β)] / [ψCosθCos2βCos(δ+β+θ)] =
ψ = [1 + ((sen(Ø+δ)sen(Ø-θ-i))/(cos(δ+β+θ)cos(i-β)))0.5 ]2 =
Eae = 1/2γH2 (1-kv)Kae =
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Chequeo de deslizamiento:
1.50
Pto. B
D+EQ
Carga vertical Carga Horiz Brazo MomentoTons Tons m Ton-m
53.36 0 2.00 106.72
4.29 0 1.33 5.72
4.80 0 4.15 19.93
5.84 0 4.54 26.55
22.07 0 3.07 67.64
0 42.16 4.09 172.23∑ = 90.36 398.78FS = 1.50 Ok, considerando que para esta combinación % = 133b = 4.41
e = b-B/2 = 1.35 1.02
35.09 Ok
Chequeo al volteo:
1.50
Pto. A
D+EQ
Carga vertical Carga Horiz Brazo M. resistentes M. volteoTons Tons m Ton-m Ton-m
53.36 0 4.13 220.38 0
4.29 0 4.80 20.56 0
4.80 0 1.98 9.51 0
5.84 0 1.59 9.27 0
22.07 0 3.07 67.64 0
0 42.16 4.09 0 172.23∑ = 327.36 172.23
FS = 1.90 Ok, considerando que para esta combinación % = 133
Cálculo del refuerzo en la pantalla del muro:
28.10 Ton
Momento de diseño: 75 Ton-m
40.8
2244 Considerando combinación D+EQ
j = 0.88
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
Eae = EQ
emáx = B/6 =
Para e>B/6, uso: Pmáx = 2∑V/(3[(B/2)-e])
Pmáx = ton/m2
FS ≥
w1
w2
w3
w4
w5
Eae = EQ
R = 1/2γH´2 (1-kv)Kae =
As = M/fsjd = cm2
fs = kg/cm2
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d = 93 cm
210
fc = 112
Verificación de momentos resistentes:
0.0044 0.0077
9 20.09
217371
20300000.0395
0.2444j = 1-k/3 = 0.92
78 Ton-m Ok!
108 Ton-m
Detallado del refuerzo:
10.06
24.6 cm
criterio aceptado por AASHTO. Resultante a 0.5H'
7Ø1''
0.300.64
0.641.60
H' = 10.00 R
Típica
0.60
M R
Corte de refuerzo:(l/H)3 = 0.50l/H = 0.79H = 10.00 ml'=(l-l/H)H+d = 3.46 m
f'c = kg/cm2
kg/cm2
ρ = As/bd = ρb = n/2r(n+r) =
n = Es/Ec = r = fs/fc =
Ec =
Es =ρn =
k = (2pn+pn2)0.5-pn =
Ms = Asfsjd =
Mc = (fc/2) kjbd2 =
Uso Ø = 1-3/8'' as = cm2
s = asx100/As =
Diseño del "machón": Considero acción del sísmo, carga equivalente uniforme,
7Ø1''
Ø1/2''
Estribos Ø 3/8'' @ 28cm
4Ø1''
(1/2)As
v
v
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Página 32 Hecho por Ing. César Aranís
10.00 m
6.54 m
Cálculo del refuerzo por flexión:
R = 50.1 ton 210
M = 251 ton-m 4200b = 60 cm recubrim. = 7.5 cmd = 178 cm
69.913.8
Verificación del momento resistente:
0.0066 0.0077
9 20.090.0591
0.2897j = 1-k/3 = 0.90
252 Ton-m Ok!
276 Ton-m
Cálculo del refuerzo por corte:
3.62
38.6 kg
50.138.6
2.30 m x = 7.7 m
0.95 1.42
28.19 cm
V v vc (v-vc) s
7Ø1'' 4Ø1''
7Ø1''
f'c = kg/cm2
fy = kg/cm2
As = cm2
Nº var Ø 1'' =
ρ = As/bd = ρb = n/2r(n+r) =
n = Es/Ec = r = fs/fc =ρn =
k = (2pn+pn2)0.5-pn =
Ms = Asfsjd =
Mc = (fc/2) kjbd2 =
Cortante admisible: vc = 0.25√f´c = kg/cm2
Vc = vcbwd =
Espaciamiento de estribos: s = Avfs/(v-vc)bw =
Usaremos Ø = Av = cm2
smáx = Avfy/(3.52bw) =s ≤ d/2 ó 60 cm
Revisión Estribos-Puente Shambillo
Página 33 Hecho por Ing. César Aranís
L 50.12 4.71 3.62 1.08 920.9L 45.11 4.24 3.62 0.61 1620.8L 40.10 3.77 3.62 0.14 6980.77L 38.59 3.62 3.62 0.00
28 cmUsaré estribos de Ø3/8'' @
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NUMERO DE ITEMS
numero de items
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SIMPLES BUENOS -10001000 200 600 50
TINT 300 25
N ITEMS 600 4.1666666667
precio 5 200
parcial 3000 833.33333333 3833.3333333
gastos 0.5 25
300 104.16666667 -404.1666667
2429.1666667
1000 gasto200 NORMALES BUENOS
50 288 14.45760 1440
24 1441.2 7.2
PRACTICA CALIFICADA Nº7
L= 17.5 m
ANCHO: 12.2 m VEREDA: 2.5 m
Predimensionamiento del Puente
H = 0,065*L= 1.1375 1.10 mbw= 0.35S = 12,20/4= 3.05ts= (S+3)/30= 0.20166667 0.20 m
Metrado de Cargas
DC: Losa: 1.464 T/mVigas: 0.756 T/m
Veredas: 0.750 T/mBarandas: 0.075 T/m
Wdc= 3.045 T/m
Pdc= 26.64375 Ton
DW: Asfato 2": 0.203 T/m
Pdw= 1.772 Ton
LL: HL-93 LRFD
R 14,51T 3,63T
R = 14,51+14,51+3,63 = 32.65 TonX = 2.864
Rcd= 27.307 TonRcc= 8.330 Ton
Rhl-93= 35.637 Ton
Pll= 35,64*1,525/3,05 = 17.818 Ton
Pin= 0,33*27,3*1,525/3,05= 4.506 Ton
14,51T x