diseño de puente vehicular en concreto reforzado

1. Diseño de los estribos en concreto ciclópeo como apoyos y como muros de contención

1.1 Carga muerta

Losa

W losa=(7.20∗0.46∗9.50 )∗2.4=75.51T

Pavimento

W pavimento=(0.05∗7.20∗9.50 )∗2.0=6.84T

Vigas de borde

W vigaborde=2∗[( 0.35+0.302 )∗0.25+(0.35∗0.46 )]∗9.50∗2.4=11.04T Barandas

W barandas=(2∗0.22∗9.50 )=4.18T Carga muerta total

W Total=97.57T

Reacciones

RA=RB=97.572

=48.78T

Ds=40.717.9

=6.17T /m

1.2Reacciones de carga viva por cargas concentradas de camión

Factor de impacto

Se toma el factor de impacto de la superestructura del pontón

f I=1.00+0.30=1.30

Cargas concentradas de camión por eje

Pt=P∗f I∗f r∗E

Pt=

122

∗1.30∗1.0∗1

1.78=4.38T /m

Pd=P∗f I∗f r∗¿vías

Pd=

82∗1.30∗1.0∗1

1.78=2.92T /m

❑p=11,68T

VL=11,68∗69,50

=7.37T /m

L+ I=11,681,78

=6,56T /m

1.1.1 Cargas verticales

P (T/m) XA (m) P*XA (T*m/m)Ds 6.17 1.85 11.41L+I 6,56 1.85 12.14

(1) (4.00∗0.9 )∗2.0 7.2 2.0 14.4

(2) ( 0.90∗2.842 )∗2.0 2.56 1.3 3.32

(3) (0.5∗2.84 )∗2.0 2.84 1.85 5.25(4) (0.3∗3.3 )∗2.0 1.98 2.25 4.46

(5) ( 0.87∗3.302 )∗2.0 2.87 2.69 7.72

(6) ( 0.87∗3.302 )∗1.8 2.58 2.98 7.70

(7) (0.73∗3.3 )∗1.8 4.34 3.64 15.80∑= 37.10 82.20

X A=82.2037.10

=2.22m

e=2.22−2.0=0.22m

M e=37.10∗0.22=8.162T−m

1.1.2 Cargas horizontales

K A=C∗γ

K A=1−sen (φ)1+sen (φ)

∗γ

K A=1−sen (30)1+sen (30)

∗1.8=0.60T /m3

Empuje a la profundidad h

Ph=K A∗h

P0.70=0.60∗0.70=0.42T /m2

P1.16=0.60∗1.7=0.702T /m2

P2.23=0.60∗1.8=1.08T /m2

P4.0=0.60∗4.0=2.40T /m2

P4.90=0.60∗4.9=2.94T /m2

1.1.1 Empuje

E=( 2.94+0.422 )∗4.2=7.06T /m

Y G=( 2.94+2∗0.422.94+0.42 )∗4.2

3=1.57m

ME=7.06∗1.57=11.12T−m

M n=11.12−8.162=2.96T−m

1.1.2 Excentricidad Neta

en=2.9637.10

=0.08m

h/6 = 4.2/6 = 0.7

0.08 < 0.7, No se presenta tracción

1.1.3 Esfuerzos en el terreno

σ max=37.104.0

+6∗2.964.02

=10.39T /m2

σ min=37.104.0

−6∗2.964.02

=8.17T /m2

1.1.4 Seguridad al deslizamiento (Sd)

Sd=μ∗PE

=37.10∗0.57.06

=2.62>1.50OK

1.1.5 Seguridad al volcamiento (Sv)

SV=M estabilidad

M empuje

=82.2011.12

=7.39>2.50OK

1.2 Comprobación en la base del vástago


P (T/m) XA (m) P*XA (T*m/m)Ds 6.17 1.15 7.10L+I 6,56 1.15 7.54

(1) ( 0.90∗2.842 )∗2.0 2.56 0.6 3.32

(2) (0.5∗2.84 )∗2.0 2.84 1.15 5.25(3) (0.3∗3.3 )∗2.0 1.98 1.55 3.07

(4) ( 0.87∗3.302 )∗2.0 2.87 1.99 5.71

(5) ( 0.87∗3.302 )∗1.8 2.58 2.28 5.88

(6) (0.73∗3.3 )∗1.8 4.34 2.93 12.74(7) ∑= 29.90 50.61

X A=50.6129.90

=1.69m

e=1.69−1.29=0.4

M e=29.90∗0.4=11.96T−m


E=( 2.40+0.422 )∗3.3=4.65T /m

Y G=( 2.4+2∗0.422.4+0.42 )∗3.3

2=1.89m

ME=4.65∗1.89=8.79T−m

M n=8.79−11.96=−3,17T−m

1.2.3 Excentricidad Neta

en=3.1729.90

=0.10m

h/6 =3.30/6 = 0.55

0.10 < 0.55, No se presenta tracción

1.2.4 Esfuerzos en el concreto ciclópeo

σ max=29.902.58

+ 6∗3.172.582

=14.45T /m2

σ min=29.902.58

−6∗3.172.582

=8.73T /m2

No se presenta tracción en el concreto.

2. Diseño de las aletas de los estribos reforzados como muros de contención por el grupo VII

Aletas a 45°, Longitud 4.50 m

Calculo de pendiente de la aleta

Paleta=P terraplen∗senα= 12.5

∗sen 45=√25

= 13.53

h'=4.5∗(√25 )=1.27

2.1 Cálculo de la aleta sección próxima al estribo (Sección A)


K A=0.72T ¿m3

P2.8=0.72∗2.8=2.016T /m2

P5.6=0.72∗5.6=4.032T /m2

P6.20=0.72∗6.20=4.464T /m2

2.1.2 Empuje

E=4.464∗6.202

=13.84T /m

Y G=h3=4.918

3=2.07m

ME=13.84∗2.067=28.60T−m


P (T/m) X A (m) P*X A(T-m/m)Pv = (0.6*5.6*2.4) = 8.06 2.1 16.93Pc = (0.6*4.8*2.4) = 6.91 2.4 16.59PT = (2.4*5.6*2.0) = 26.88 3.6 96.77∑= 41.86 130.29

2.1.4 Resultante

X A=∑ (P∗X A )∑ P

=130.2941.86

=3.11m

2.1.5 Excentricidad

e=3.11−2.40=0.71m

2.1.6 Momento de la excentricidad

M e=¿

2.1.7 Momento neto

M n=28.60−29.72=1.12T−m


σ max=41.864.80

+ 6∗1.124.802

=9.01T ¿m2

σ min=41.864.80

−6∗1.124.802

=8.43T ¿m2


Sd=μ∗PE

=0.5∗41.8613.84

=1.51>1.5OK


Sv=M esta bilidad

M empuje

=130.2928.60

=4.55>2.50OK

2.1.11 Calculo por el grupo VII

1.0 [D+1.3E+EQ ]

φ=28 ° d= 6.20*tan 31°= 3.73 m

W TERRENO=( 3.73∗6.202 )∗1.8=20.81T /m

P (T/m) y (m) P* y (T-m/m)EQV = (0.2*4.90) = 0.98 2.3 2.25EQT = (20.81*0.10) =

2.08 4.13 8.59

1.3E= 1.3*(13.84) =

17.99 2.06 37.06

∑= 21.05 47.90

Mn=47.90−29.72=18.18T−m


σ max=41.864.8

+ 6∗18.184.802

=12.89T ¿m2

σ min=41.864.8

−6∗18.184.802

=3.43T ¿m2

2.1.13 Momentos en las secciones criticas

M a=[ (8.16+2∗3.43 )∗( 2.426 )]−[ (0.60∗2.4 )∗(2. 422 )]−[ (6.30∗1.8 )∗( 2.422 )]M a=−22.39T−m

M b=[ (9.34+2∗12.89 )∗( 1.8026 )]−[ (0.60∗2.4 )∗( 1.822 )]M b=16.62T−m

W TERRENO=( 3.73+0.362 )∗5.6∗1.8=16.62T /m

EQTERRENO=20.61∗0.10=2.06T /m

M c=1.3∗[4.03∗(5.626 )]+ (0.98∗2.80 )+(2.06∗3.73)

M c=37.81T−m

W TERRENO=( 1.68+3.732 )∗2.8∗1.8=13.63T /m

EQTERRENO=13.63∗0.10=1.36T /m

hEQT=(1.68+2∗3.731.68+3.73 )∗(2.803 )=1.69m

M d=1.3∗[2.01∗(2.826 )]+(1.38∗1.69 )

M d=5.71T−m

2.1.14 Cálculo de la armadura

K= Mu

b d2

As= ρ∗b∗d

b= 100 cm

f’c = 210 Kg/cm2 ; fy = 4200 Kg/cm2

Cuantía mínima: ρmin=0.33% ó 43ρ calculado, la menor de las 2

SecciónMu (T-

m)r (m) d (m) Ku (T/m2) ρcalc (%)

4/3 ρ calc

As (cm2)

a -22,39 0,07 0,53 -79,71 -0,21 -0,27 -10,91b 16,62 0,07 0,53 59,17 0,16 0,21 8,45c 37,81 0,05 0,55 124,99 0,34 0,46 18,95d 5,71 0,05 0,55 18,88 0,05 0,07 2,76

Sección ρdiseño As (cm2) Opciones según Φ

Φ adoptado

a 0,21 10.91Φ1/2” c/.12Φ5/8” c/.18Φ3/4” c/.26

Φ5/8” c/.18

b 0.16 8.45Φ1/2” c/.15Φ5/8” c/.23Φ3/4” c/.34

Φ5/8” c/.23

c 0.34 18.95Φ5/8” c/.10Φ3/4” c/.15Φ7/8” c/.20

Φ7/8” c/.20

d 0.05 2.76Φ3/8” c/.25Φ1/2” c/.46Φ5/8” c/.72

Φ1/2” c/.46

2.2 Cálculo de la aleta sección próxima al estribo (Sección A)


K A=0.72T ¿m3

P2.8=0.72∗2.8=2.016T /m2

P5.6=0.72∗5.6=4.032T /m2

P6.20=0.72∗6.20=4.464T /m2

2.2.2 Empuje

E=3.83∗5.322

=10.19T /m

Y G=h3=5.323

=1.77m

ME=10.19∗1.77=18.04 T−m


P (T/m) X A (m) P*X A(T-m/m)Pv = (0.6*4.72*2.4) = 6.80 2.1 14.28

Pc = (0.6*4.8*2.4) = 6.91 2.4 16.58PT = (2.4*4.72*2.0) = 22.66 3.6 81.57∑= 36.37 112.43

2.2.4 Resultante

X A=∑ (P∗X A )∑ P

=112.4336.37

=3.09m

2.2.5 Excentricidad

e=3.09−2.40=0.69m

2.2.6 Momento de la excentricidad

M e=¿

2.2.7 Momento neto

M n=18.04−25.10=7.06T−m


σ max=36.374.80

+ 6∗7.064.802

=9.42T ¿m2

σ min=36.374.80

−6∗7.064.802

=5.74T ¿m2


Sd=μ∗PE

=0.5∗36.3710.19

=1.78>1.5OK


Sv=M estabilidad

M empuje

=130.2928.60

=6.23>2.50OK

2.2.11 Calculo por el grupo VII

1.0 [D+1.3E+EQ ]

φ=28 ° d= 5.32*tan 31°= 3.19 m

W TERRENO=( 3.19∗5.322 )∗1.8=15.27T /m

P (T/m) y (m) P* y (T-m/m)EQV = (0.2*4.72) = 0.94 2.96 2.78EQT = (15.27*0.10) =

1.53 3.54 5.42

1.3E= 1.3*(10.19) =

13.25 1.77 23.45

∑= 15.72 31.65

Mn=31.65−25.10=6.55T−m


σ max=36.374.8

+ 6∗6.554.802

=9.29T ¿m2

σ min=36.374.8

−6∗6.554.802

=5.87T ¿m2

2.2.13 Momentos en las secciones criticas

M a=[ (7.58+2∗5.87 )∗(2.426 )]−[ (0.60∗2.4 )∗( 2.422 )]−[ (5.32∗1.8 )∗( 2.422 )]M a=−13.19T−m

M b=[ (8.00+2∗9.29 )∗( 1.8026 )]−[ (0.60∗2.4 )∗( 1.822 )]M b=12.01T−m

W TERRENO=( 3.10+0.362 )∗4.72∗1.8=15.08T /m

EQTERRENO=15.08∗0.10=1.51T /m

M c=1.3∗[3.40∗( 4.7226 )]+(0.94∗2.36 )+(1.53∗3.54)

M c=24.04T−m

W TERRENO=( 1.43+3.192 )∗2.36∗1.8=9.81T /m

EQTERRENO=9.81∗0.10=0.98T /m

hEQT=(1.43+2∗3.191.43+3.19 )∗( 2.363 )=1.32m

M d=1.3∗[1.70∗( 2.3626 )]+(0.98∗1.32 )

M d=3.34T−m

2.2.14 Cálculo de la armadura

K= Mu

b d2

As= ρ∗b∗d

b= 100 cm

f’c = 210 Kg/cm2 ; fy = 4200 Kg/cm2

Cuantía mínima: ρmin=0.33% ó 43ρ calculado, la menor de las 2

SecciónMu (T-

m)r (m) d (m) Ku (T/m2) ρcalc (%)

4/3 ρ calc

As (cm2)

a -13,19 0,07 0,53 -46,96 -0,12 -0,16 -6,49b 12,01 0,07 0,53 42,76 0,11 0,15 6,08c 24,04 0,05 0,55 79,47 0,22 0,29 11,86d 3,34 0,05 0,55 11,04 0,03 0,04 1,61

Sección ρdiseño As (cm2) Opciones según Φ

Φ adoptado

a 0,12 6,49Φ1/2” c/.20Φ5/8” c/.30Φ3/4” c/.43

Φ5/8” c/.30

b 0,11 6,08Φ1/2” c/.20Φ5/8” c/.32Φ3/4” c/.47

Φ5/8” c/.32

c 0,22 11,86Φ5/8” c/.17Φ3/4” c/.24Φ7/8” c/.33

Φ3/4” c/.24

d 0,03 1,61Φ3/8” c/.44Φ1/2” c/.79

Φ5/8” c/1.22Φ3/8” c/.44

DISEÑO DE ALETAS DEL PUENTE Y DISEÑO DEL ESTRIBO DEL PONTON

PROYECTO FINAL

JEISSON VILLAMARIN RAMIREZANGIE YURLEY SILVA

MARIA CAMILA BRIÑEZ

ING. ECCELINO FARIAS

UNIVERSIDAD SANTO TOMASFACULTAD DE INGENIERIA CIVIL

PUENTESJUNIO DE 2014

1. Diseño de los estribos en Ciclópeo como apoyos y muros de contención con el empuje de tierras solamente (no por grupos)

1.1 Carga muerta1.2 Reacciones de carga viva por cargas concentradas de camión1.3 Esfuerzos de terreno, seguridad al deslizamiento (Sd), seguridad al

volcamiento (Sv)1.3.1 Cargas verticales1.3.2 Cargas horizontales1.3.3 Empuje1.3.4 Excentricidad neta1.3.5 Esfuerzos en el terreno1.3.6 Seguridad al deslizamiento (Sd)1.3.7 Seguridad al volcamiento (Sv)1.4 Comprobación en la base del vástago1.4.1 Cargas verticales1.4.2 Cargas horizontales1.4.3 Excentricidad neta1.4.4 Esfuerzos en el concreto ciclópeo1.5 Dimensionamiento de las aletas del pontón 1.6 Especificación almohadilla de neopreno

2. Diseño de las aletas de los estribos reforzados como muros de contención por grupo VII.

2.1 Calculo de la aleta sección próxima al estribo (Sección A)2.1.1 Cargas horizontales2.1.2 Empuje2.1.3 Cargas verticales2.1.4 Resultante2.1.5 Excentricidad

2.1.6 Momento de la excentricidad2.1.7 Momento neto2.1.8 Esfuerzos en el terreno2.1.9 Seguridad al deslizamiento (Sd)2.1.10 Seguridad al volcamiento (Sv)2.1.11 Calculo por el grupo VII2.1.12 Esfuerzos en el terreno2.1.13 Momentos en las secciones criticas2.1.14 Calculo de la armadura2.2 Calculo de la aleta a 2.50 del estribo (mitad de la longitud, Sección B)2.2.1 Cargas horizontales2.2.2 Empuje2.2.3 Cargas verticales2.2.4 Resultante2.2.5 Excentricidad2.2.6 Momento de la excentricidad2.2.7 Momento neto2.2.8 Esfuerzos en el terreno2.2.9 Seguridad al deslizamiento (Sd)2.2.10 Seguridad al volcamiento (Sv)2.2.11 Calculo por el grupo VII2.2.12 Esfuerzos en el terreno2.2.13 Momentos en las secciones criticas2.2.14 Calculo de la armadura

diseño de puente vehicular en concreto reforzado

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