Download - Puente Peatonal viga losa
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DISEO DE PUENTE PEATONAL
DATOSLuz de Calculo L 10.00 mAncho b 1.50 mCarga Viva CV 600.00 kg/m2
MaterialesConcreto f'c = 210 kg./cm^2Acero fy = 4200 kg./cm^2
DISEO DEL BARANDADO
Las barandas se construira de caerias de fierro galvanizado de 3 plg.
Con las siguientes caractersticas :
3 plg.8.5 cm/m
7.62 cm/mPeso Propio = 11.4 kg. / m
fs adm. = 1200 kg. / m2400 kg. / m3
fy = 4200 kg. / cmfc' = 210 kg. / cm
150 kg./m
0.12
220 kg./m 0.12
0.380.9 220 kg./m
0.40
0.10
( mts. )
La consideracin de las cargas para el barandado, son las mostrada en el grafico; puesto que no considera impactos grandes como lo son de automviles.
=EXTERIOR =INTERIOR =
c =
-
PARA LA BARANDA SUPERIOR
La resultante de carga ser:
F1VRs = Raz( ( F1V + Qp )^2 + F1h^2 )
R = 272.855 kg./mF1h
En la baranda inferior la resultante de carga ser :
Rs = Raz( Qp^2 + F1h^2 )Qp
R = 220.295 kg./m
El diseo de la baranda se realizara con la carga mas desfaborable, en este caso de la superior.
M = ( R * L^2 )/ 10 Distancia entre postes L = 2.00 ( mts. )
M = 109.142 kg.*m por ser simplemente apoyada
El modulo resistente de la seccin es :
W = PI / 32 * ( D^3 - d^3 )
W = 16.854 cm3
Calculo de tensiones : f = M / W < fs adm. = 1200 kg./cm2
f = 647.57 kg./cm2 OK.
DISEO POSTE
150 kg./m
0.12
220 kg./m
0.90 220 kg./m
A0.1
-
Espesor del poste = 0.20 mts.
CARGA BRAZO MOMENTO RESPECTO
DESIGNACION AL PUNTO " A "Kg./m mts. MCM (kg./m) MCV (kg./m)
F1m = 0.12 * 0.2 * 0.9 * 2400 * / 2 45.360 0.060 2.722F2m = 1/2 * 0.08 * 0.9 * 0.2 * 2400 / 2 8.640 0.060 0.518F3m = 0.1 * 0.1 * 0.2 * 2400 / 2 2.400 0.150 0.360Qp = 11.4 ( por 2 pasamanos ) 45.600 0.060 2.736F1V = 150 * 2 300 0.06 18.000F1H = 220 * 2 440 0.78 343.200F2H = 220 * 2 440 0.40 176.000
1282.000 6.336 537.200
MOMENTO DE DISEO
Mu = 1174.498 Kg/m
Momentos respectos "A"
1174.50 [ kg*m ]
117449.8 [ kg*cm ]
Calculo de la Altura de la Seccin :
K = 25.84 [ kg./cm2 ]
Reemplazando Valores se tiene :
d = 15.08 [ cm ]
d
b = 20
h = 20 [cm.]donde :
h = d+ Recubrimiento
Si : El recubrimiento = 3.00 [ cm ]
h = 18.08 [ cm ]Usar : h = 20.00 [ cm ]
FUERZAS
Mu = 1.3 * ( MCM + 1.67 * MCV )
M( A )=
d= MbK
M( A )=
-
d = 16.20 cm
0.00992 < 0.003333
Calculo del acero de Refuerzo :ARMADURA PRINCIPAL
As = 3.214 cm2
1 15 mm. As = 1.767 cm2
Usar : 2 15 mm. As = 3.534 cm2
VERIFICACIN AL CORTEEsfuerzo Cortante ultimo :
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 0 + 1.67 * 440 ] =
Vv = 955.24 [kg]
Clculo de Vu:
Vu =Vv
0.85 * b * d
Vu =955.240
0.85 * 20 * 16.2
Vu = 3.469
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Como Vu < Vc no requiere armadura de corte
Pero se usara estribos de 6 mm. C / 25 cm.
d = h - r - /2
nec = min =
As = * b * d
[kg/cm2]
-
Vu - Vc > 2.12 fc` - > 2.12 *
0.000 > 0.000 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` - > 1.06 *
0.000 > 0.000 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` - > 0.53 *
0.000 > 0.000 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
10 [mm.]
S =0.785 * 4200 * 2
=0 * 35
S = #DIV/0! [kg.]
Mbar = Qbar * L^2 / 8 Mcv = Qcv * L^2 / 8
Mbar = 0 kg*cm Mcv = 0 kg*cm
4.- CALCULO DEL PRESFUERZO EFECTIVO
PRESFUERZO EFECTIVO
Pe = ((Mviga + Mlosa)/Sb' + (Mbar + Mcv)/Sb"-ft)/(1/A + e/Sb')
Pe = #VALUE! [kg.]
PRESFUERZO INICIAL
Eficacia: R = Pe/Pi Pi = Pe/R
Pi = #VALUE! [kg.]
ACERO DE PRESFUERZO
Caractersticas:
asumiendo
-
Acero de alta resistencia fsy = fy = 15000 kg/cm2
Torn O 1 / 2"Apu = 0.98 [cm2]
Calculo del presfuerso admisible fs
transferencia fs = 0,80 * fpu = 12000 kg/cm2
servicio fs = 0,70 * fpu = 10500 kg/cm2
Clculo en estado final o de servicio:
fse = Pe/Ap Ap = Pe/fse
Ap = #VALUE! [cm2]
N de Torones = Ap/Apu =
N de Torones = #VALUE!
N de Torones = #VALUE!
Verificacin (Estado de transferencia):
fsi = Pi/As = #VALUE! < fpi =12000 [km/cm2] .............ok !
Usando vainas de 10 torones tendremos :
N de Vainas = #VALUE!
Disponer: #VALUE!
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9,. Diseo del Refuerzo del Alma por Cortante.-
X = B/2 + d = 80/2 + 91,06 131.06 [cm]
Para clcular el refuerzo necesario por cortante, se emplea:
Av = ((Vu - OVc)*S)/(O*fy*d)
- Clculo de Vu:
Vu = [1,4(qMUERTA) + 1,7*(qVIVA)]*(L/2 -X)
qMUERTA = qPP +qBar = 0.00 [kg/m]
qVIVA = 950.00 [kg/m]
Vu = 14840.88 [kg.]
- Clculo de Vc:Vc = (3,5*SQR(fc') +0,3*fcc)*bw*d + Vp
fcc = Pe/A = #VALUE! [kg/cm2]
Vc = #VALUE!
Luego: Vc es mucho mayor que Vu, no se requiere armadura de corte.
Sin embargo el cdigo exige:
Av = 3,5*bw*S/fy
Av = 3,5*121,92*20/4200
Av = 2.032 [cm2]
Usar: Estr. O 12 mm. @20 cm. (dos ramas)
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No es necesario cambiar seccion
2As bw = 35 [cm.]
Area = 0.785 [cm.^2]
65940
Av =
-
DETALLE TRANSVERSAL DE LA PASARELA
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DISEO DE PUENTE PEATONAL
DATOSLuz de Calculo L 11.00 mAncho b 1.50 mCarga Viva CV 700.00Carga de Barandado = 110 kg/m
MaterialesConcreto f'c = 210 kg./cm^2Acero fy = 4200 kg./cm^2
Peso especifico del H 2400 kg. / m3
DISEO LOSALOSA INTERIOR Espesor losa
t= 0.10 mUsar: 10.00 cm
Momento por carga muerta
Peso propio (0,10 x 2400*1m) = 240.00 kg/mCapa de rodadura (0,025 x 2400*1m) = 60.00 kg/m
300.00 kg/mLuz para momento
L = 1.50 [ m.]
Finalmente:67.50 kg-m/m
Momento por carga viva
236.25 kg-m/m
Momento ltimo
496.13 kg-m/m
kg/m2
c =
qD=
MD= 0,10 (qD x L2)
MD=
ML= 0,10 (qD x L2)
ML=
Mu= 1,4 MD + 1,7 ML =
L
-
Refuerzo principal de acero (s/g ACI318 - 83)4200
210Peralte efectivo
100.00 cmt= 10.00 cm
rec= 2.50 cm.= 10 mm
d= t - rec - F/2 => d= 7.00 cm
CuantasBalanceada
0.85
= 0.0214
Mxima0.0160
Mnima0.0033
Necesaria
.= 0.9 (Flexin)
0.0028
De Diseo0.0033
Area de Refuerzo As = b d2.33
Usar: 10mm c/20cm
Armadura de distribucin
99.61 67% => %= 67.00
1.56Usar: 8 mm c/25cm
fy= kg/cm2
f'c= kg/cm2
bS=
b1= (fc' 280 kg/cm2)
mx = 0,75
mx=
mn= 14 / fymn=
nec=
. =
As princ= cm2/m
Asdist = %/100 x Asprinc = cm2/m
b=0,851f ' cf y
(60906090+f y
)
nec=f cI
1,18 f y(11 2,36 M u f cI b d2 )mnmx
t
bS
Fd
rec
=122Lm
=
1=1470f ' c1470
b
b
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Disposicin de armaduras
8 mm c/25cm
Asprinc Asdist
-
DISEO DE LAS VIGAS LONGITUDINALES .-
DATOSLuz de Calculo L 11.00 [m.]Ancho b 1.50 [m.]
Carga Viva CV 700.00Carga de Barandado 110 kg/m
MaterialesConcreto f'c = 210 kg./cm^2Acero fy = 4200 kg./cm^2Peso especifico del H 2400 kg. / m3
Espesor de la losa = 10 [cm.]H. de la viga + Losa = 70 [cm.]Ancho de la viga = 30 [cm.]Cargas :Nervio de la viga = ( 0.7 - 0.1 ) * 0.3 * 2400 = 432.000 [kg/m.]Losa = 0.1 * 0.75 * 2400 = 180.000 [kg/m.]Capa de nivelacin = 0.025 * 0.75 * 2400 = 45.000 [kg/m.]Barandado = 110 = 110.000 [kg/m.]
767.000 [kg/m.]
Viga Diafragma 1 viga central L < 24
Espesor de Diafragma :0.25 [m.] , HD = 0.5 [m.]
Carga total del diagrama = (1.2 - 0.3) * 0.5 * 0.25 * 2400 = 270 [kg]
135 [kg]
8170 (kg) para el momento 767.000 [kg/m.]
L = 11.00 [m.]
1 * 767 * 11 ^ 2 +1
* 135 * 118 4
11972.125 [kg * m.]
kg/m2
c =
b diafr. =
M CM =
M CM =
-
Momento por carga viva :
525 [kg/m]
Lc = 11.00 [m.]
1 * 525 * 11 ^ 2
87940.625 [kg * m]
Momento de diseo:
Mu = 1.4 * 11972.125 + 1.7 * 7940.625 = 30260.04
Mu = 30260.038 [kg/m]
Cuantia minima
14 / 4200 = 0.00333
Cuantia balanceada
0.85^2*(6090/(6090+4200))*210/4200
0.02138Cuantia maxima
MCV =
Mcv =
Mu =1.4 * MD + 1.7 * ML
MD Momento por carga muertaML Momento por carga viva
min. =
balanceado =
balanceado =
min=14fy
max=0 .75 b
b=0 .852(60906090+ fy ) fcfy
-
0.75 * 0.02138
0.0160Cuantia necesaria
asumido b = 30.00 [cm.] , recubrimiento = r = 3.00 [cm.]Peralte d = 57.00 [cm.]
210*(1-(1-2.36*0*100/(0.9*210*30*57^2))^(1/2))/(1.18*4200)
0.0092
luego el cuantia asumida es :
0.00922
Calculo del acero de refuerzo
As = *b*d
As = 0.0092*30*57 = 15.758 [cm.]
asumiendo un acero de : 19 [mm] Area = 2.835 [cm^2]
No de acero15.76 / 2.84 = 5.5586
6 O 19[mm.] 5.999 * 2.835 = 17.009 > 15.758 OK
separacin horizontal
Minima s = 1.5*1.9 = 2.85 [cm.]
separacin verticalMinima s = 1" = 2.5 [cm.]
recubrimiento horizontal y vertical 3.5 [cm.] 6 OO 19[mm.]
CORTE EN LAS BARRAS
max. =
max. =
necesario =
necesario =
asumida =
necesario
No aceros =No asumido =
1.5 *
nec=fc
1 . 18fy [11 2.36Mupfcbd2 ]
-
Carga muerta :
D D D
g
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( 1.2 - 0.3 ) * 0.5 * 0.25 * 2400 =
D = 270 [kg]
Nervio de viga ( 0.7 - 0.1 ) * 0.3 * 2400 = 432.00
Losa 0.1 * 0.75 * 2400 = 180.00
Capa de rodadura 0.025 * 0.75 * 2400 = 45.00Barandado = 110 = 110.000 [kg/m.]
g = 767.0000
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 767 * 11 + ( 1/2 ) * 270 * 3 =
VD = 4623.5 [kg]
carga viva :
525 [kg/m]
Lc = 11.00 [m.]Vl = (1/2) * g * L Vl = 3850.00 [kg]
Vv = 1.4 * Vd + 1.7 * Vl Vv = 1.4 * 4623.5 + 1.7 * 3850 =Vv = 13017.9 [kg]
Esfuerzo Cortante ultimo :
-
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =13017.900
0.85 * 30 * 60
Vu = 8.508
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * 210 =
Vc = 7.68 [kg/cm]
Vu > 0.53 fc` 8.508 > 0.53 * 210
8.508 > 7.680 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 30 [cm.]
6 [mm.] Area = 0.283 [cm.^2]
S =0.283 * 4200 * 2
=2377.2
8.508 * 30 255.24
S = 9.314 [kg.]
Para el tramo dondeX1 = 0
adoptaremos estribos de :
6 [mm.] cada 10 [cm.]
x1 = L/4 = 4,25 [m.]
Av =
asumiendo
S=Avf Y
( vUvC )bw
-
Ra Rb
x=
0.758.45 12.75
x = 0.4970.75 = z = (L - a )/ L x y
y=
0.75 a / L = 0.25 4.15 12.75
y = 0.244
P P P/44.25 4.3 4.3
4.25 4.3 4.3 4.15 Lt = 17.00
Ra = fci * ( P *Z+P * X1 + P/4* Y1)
P = Peje / 2 = #REF!
P = #REF!
fci = 0.547 * S = 0.547 * 2.22
fci = 1.214
Ra = 1.214*(8718*0.75 + 8718 * 0.497 + 8718/4 * 0.244)
Ra = 13843.42 [kg.]
Vcv = Ra = 13843.42 [kg.]
Cortante por impacto Lc = 17 [m.]
I = 15 = 0.3 < 30Lc + 38
I = 15 = 0.2727 < 3017 +38
I = 0.28
x1
-
I = 0.28
VI = 0.28 * 13843.417
VI = 3876.157
3876.157 + 13843.42 = 17719.57
Carga muerta :
D D D
g
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( - ) * * * =
D = 0 [kg]
Carga de la viga interior :
Nervio de viga ( - ) * * = 0.00
Losa * * = 0.00
Capa de rodadura * * = 0.00
g = 0.0000
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 0 * + ( 1/2 ) * 0 * =
VD = 0 [kg]
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 0 + 1.67 * ] =
Vv = 0 [kg]
VCL = VI + Vcv
VCL =
-
Esfuerzo Cortante ultimo :
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =0.000
0.85 * 0 *
Vu = #DIV/0! [kg/cm]
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * =
Vc = 0 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` - > 2.12 *
#DIV/0! > 0.000 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` - > 1.06 *
#DIV/0! > 0.000 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` - > 0.53 *
#DIV/0! > 0.000 se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 35 [cm.]
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
#DIV/0! #DIV/0!
S = #DIV/0! [kg.]
Para el tramo dondex1 = L/4 = 4,25 [m.]
adoptaremos estribos de :
10 [mm.] cada 15 [cm.]
x1 = L/2 = 8,5 [m.]
Av =
asumiendo
S=Avf Y
( vUvC )bw
-
Ra Rb
x=
0.58.6 8.6
x = 0.50.5 = z = (L - L/2 )/ L x y
y=
0.5 1 - z = 0.5 4.3 8.6
y = 0.25
P P P4.3 4.3
8.4 4.3 4.3 Lt = 17.00
Ra = fci * ( P (0,5+ Y1) + P/4*0)
P = Peje / 2 = #REF!
P = #REF!
fci = 0.547 * S = 0.547 * 2.22
fci = 1.214
Ra = 1.214*(8718*(0.5 + 0.25) + 8718/4 * 0)
Ra = 7937.74 [kg.]
Vcv = Ra = 7937.74 [kg.]
Cortante por impacto Lc = 17 [m.]
I = 15 = 0.3 < 30Lc + 38
I = 15 = 0.2727 < 3017 +38
I = 0.28
x1
-
VI = 0.28 * 7937.739
VI = 2222.567
2222.567 + 7937.74 = 10160.31
Carga muerta :
D D D
g
L
Caraga del diafragma = D
D = (S - bw ) * HD * bdiafragma * 2400
D = ( - ) * * * =
D = 0 [kg]
Carga de la viga interior :
Nervio de viga ( - ) * * = 0.00
Losa * * = 0.00
Capa de rodadura * * = 0.00
g = 0.0000
VD = (1/2) * g * L + (1/2) * D * No de diafragmas
VD = ( 1/2 ) * 0 * + ( 1/2 ) * 0 * =
VD = 0 [kg]
Vv = 1.3 * [ Vd + 1.67 * Vcl ]
Vv = 1.3 * [ 0 + 1.67 * ] =
Vv = 0 [kg]
Esfuerzo Cortante ultimo :
VCL = VI + Vcv
VCL =
-
Vu =Vv
0.85 * bw * dviga
Vu =0.000
0.85 * 0 *
Vu = #DIV/0! [kg/cm]
Vc = 0.53 * fc` = 0.53 * =
Vc = 0 [kg/cm]
Vu - Vc > 2.12 fc` - > 2.12 *
#DIV/0! > 0.000 No es necesario cambiar seccion
Vu - Vc > 1.06 fc` - > 1.06 *
#DIV/0! > 0.000 "Se" se reduce a la mitad
Vu - Vc > 0.53 fc` - > 0.53 *
#DIV/0! > 0.000 no se requiere armadura de corte
Para el calculo de la separacion de estribos se tiene la siguiente formula :
2As bw = 35 [cm.]
10 [mm.] Area = 0.785 [cm.^2]
S =0.785 * 4200 * 2
=6594
#DIV/0! #DIV/0!
S = #DIV/0! [kg.]
Para el tramo dondex1 = L/2 = 8,5 [m.]
adoptaremos estribos de :
10 [mm.] cada 27 [cm.]
Av =
asumiendo
S=Avf Y
( vUvC )bw
-
[kg/m.]
-
0.021
-
###
15.76
-
1.50.30.5
0.252400
0.70.1
0.0252400
113
70011
-
60
210
-
[m.]
-
[m.]
-
Hoja3
Pgina 51
PROPIEDADES DE SECCIONES TIPICAS
TIPO ANCHO ESPESOR PESO AREA NETA Ix( m ) (cm) (kg/m) (cm2) cm4 cm cm3
B I - 36 0.91 69 869 3620 2095059 33.91 61785B II - 36 0.91 84 963 4007 3544335 41.38 85660B III - 36 0.91 99 1055 4394 5458667 48.90 111641B IV - 36 0.91 107 1101 4587 6603262 52.65 125408B I - 48 1.22 69 1074 4471 2744672 33.96 80821B II - 48 1.22 84 1167 4858 4599316 41.48 110885B III - 48 1.22 99 1260 5245 7007964 49.00 143030B IV - 48 1.22 107 1307 5439 8453161 52.78 160155
TIPO ANCHO ESPESOR PESO AREA NETA Ix( ft ) (in) (lb/ft) (in2) in4 in in3
B I - 36 3 27 584 561 50334 13.35 3770B II - 36 3 33 647 621 85153 16.29 5227B III - 36 3 39 709 681 131145 19.25 6813B IV - 36 3 42 740 711 158644 20.73 7653B I - 48 4 27 722 693 65941 13.37 4932B II - 48 4 33 784 753 110499 16.33 6767B III - 48 4 39 847 813 168367 19.29 8728B IV - 48 4 42 878 843 203088 20.78 9773
13.97
12.7 12.7
13.97
ANCHO
yb Sb
yb Sb
ESPE
SOR
-
Hoja3
Pgina 52
cm36042783507
10881412222479279
108624139982156834
in336875096664074594838662985429571
St
St
varandadolosavigaHoja3