Diseño Puente Viga Cajón

(1)

m

m mmmm

L

L == 2200..0000 2200000000

S

Seecccciióón n == CCoonnssttaannttee LLuuz z ddeel l ttrraammo o ((mm))== 2200..0000 S

Soobbrreeccaarrgga a vveehhiiccuullaar r == HHLL--9933 NNúúmmeerro o dde e vvííaas s == 2 2 vvííaass A

Anncchho o dde e vveerreeddaas s ((mm))== 11..2255 A

Anncchho o dde e ccaallzzaadda a ((mm))== 77..2200 E

Essppeessoor r ddeel l aassffaalltto o ((mm))== 00..0055 A

Allttuurra a dde e ssaarrddiinneel l ((mm))== 00..2200 E

Essppaacciiaammiieenntto o eennttrre e vviiggaas s LLs s == 11..8800 LLoossa a een n vvoollaaddiizzo o LLv v == 22..4455 R

Reessiisstteenncciia a ccoonnccrreetto o FF''c c KKgg//ccmm22== 228800 F

Flluueenncciia a ddeel l aacceerro o FFy y kkgg//ccmm22== 44220000 R

Reeccuubbrriimmiieenntto o ddeel l aacceerro o ((ccmm))== 33..0000

1.- 1.- PREDIMENSIONAMIENPREDIMENSIONAMIENTOTO 1.1.- Altura de viga 1.1.- Altura de viga 1 1..4400 11..4400 1.2.- Ancho de la viga 1.2.- Ancho de la viga 0 0..4422 00..4400 1.3.- Espesor de la losa 1.3.- Espesor de la losa

Datos de Diseño de la superestructura: Datos de Diseño de la superestructura:

DISEÑO SUPERESTRUCTURA DE PUENTE LOSA CAJÓN DISEÑO SUPERESTRUCTURA DE PUENTE LOSA CAJÓN

PUENTE VIGA CAJÓN DE CONCRETO ARMADO

ℎ

ℎíí== 00..007700 ∗∗   →→ ℎℎíí==  ∴∴   ℎℎíí == 



(2)

UNIVERSIDAD NACIONAL DE SAN MARTÍN FACULTAD DE INGENIERÍA CIVIL Y ARQUITECTURA

Criterios: a) Losa de tablero de concreto: 0.175

b) Criterio del puente losa: 165 165

í= 

í=

 3000

(3)

c) En voladizos de tablero que soportan barreras de concreto:

200 Usar: 200

2.1.- Momento por peso propio (Kg-m): 500.00

2.2.- Momento por peso de vereda y baranda (Kg-m): 625.00

100.00

í =   = 

=  ∗ 1.00 ∗ 2 500    → =  /m

=  ∗ 1 .00 ∗ 2 500    →  =  /m

(4)

(5)

2.3.- Momento por peso del asfalto (Kg-m):

2.4.- Momento negativo en la losa por S/C en la viga interior (Kg-m):

2.4.1. Camión AASHTO:

112.50

Momento por eje posterior del camión

(6)

(7)

2.4.2. Carga equivalente:

Para 1.00 m de ancho de losa, el momento se divide entre el ancho de la faja equivalente:

1.57 1.40

De los esquemas de cálculo de momento, tenemos:

0.33 2124.71

316.75 3142.61

701.15 Por lo tanto:

2.5.- Momento negativo en la losa por S/C en la viga exterior (Kg-m):

Momento por carga distribuida del carril

2001.66  = 1.22  0.25→  =  : =    → =   =  =  =  =             + =     −=+  →  −₌ _{   }

(8)

(9)

1.89 0.90

0.33 7030.00

1549.20 10899.10

2319.90

Momento por carga distribuida del carril

 = 1.14  0.833 →  =  :  =   0.30 →  =   =  =  =  =             + =    

(10)

Por lo tanto:

2.6.- Momento positivo en la losa por S/C en el tramo interior(Kg-m):

Momento por carga distribuida del carril 5766.72

−=+

 → 

(11)

(12)

1.43 1.40

0.33 2179.95

290.49 3189.82

719.38 Por lo tanto:

2.7.- Resumen de momentos de flexión y aplicando LRFD:

Resistencia I Servicio II 1.25 1.00 1.25 1.00 1.50 1.00 1.75 1.30 -4020.88 -3019.31 Resistencia I Servicio II 1.25 1.00 1.25 1.00 1.50 1.00 1.75 1.30 -13433.01 -10181.87 Resistencia I Servicio II 1.25 1.00 1.25 1.00 1.50 1.00 1.75 1.30 4037.25 3014.23 Camión (LL+IM) 2230.64 Momento último

MOMENTOS NEGATIVOS EN LA LOSA (APOYO INTERIOR)

MOMENTOS NEGATIVOS EN LA LOSA EN VOLADIZO

MOMENTOS POSITIVOS EN LA LOSA (TRAMO INTERIOR)

Peso Propio (DC) 253.78 Vereda + baranda (DC) 0.00 Asfalto (DW) 19.26 Camión (LL+IM) -5766.72 Momento último CARGA MOMENTO Kg-m Peso Propio (DC) -1500.63 Vereda + baranda (DC) -1632.50 Asfalto (DW) -87.89 Momento último CARGA MOMENTO Kg-m Vereda + baranda (DC) -219.41 Asfalto (DW) -38.11 Camión (LL+IM) -2001.66 CARGA MOMENTO Kg-m Peso Propio (DC) -318.54 2230.64  = 0.66  0.55→  =  : =   → =   =  =  =  =             + =     −=+  →  −₌ _{   }

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(14)

UNIVERSIDAD NACIONAL DE SAN MARTÍN FACULTAD DE INGENIERÍA CIVIL Y ARQUITECTURA 3. CÁLCULO DE ACERO SUPERIOR EN LA LOSA INTERIOR

1/2 4.00 4.635 1.27 4.02 0.90 100.00 15.365 4200 280 Por rotura se tiene:

0.0047 0.0047

0.1083

7.22 Considerando Área = 1.29

Se tiene: 5.60 Varillas 0.18 ===> OK

Espesor mínimo de concreto en cara superior "c":

1.27 1.49

La máxima cantidad de acero debe ser tal que:

1.49 0.097

15.365

El momento resistente nominal para sección rectangular será:

16.41 8.21 0.90 100.00 15.365 4200 280 Tenemos: 0.0101 0.0101 0.1029 15.52 Considerando Área = 1.29

3.1.- Cálculo de acero por Resistencia I:

3.2.- Verificación del acero máximo:

  ∅ . →  =  → = ∅ =     ó  =    →   í      ó ∅ = ℎ  =   ó  =     =    ´ =  / / = = → í  :  = → = →  ∅ /" @   → ∅ /" → →  =  →  =    ≤ 0.42  = = ≤ 0.42 → ‼       ó  =    → % →  í   ó ∅ = ℎ  =   ó  =     =    ´ =  / / = = → í  :  = → á=  → ∅ /" → = =

(15)

7.22 15.52

→  ∅ /" @ 

(16)

La mínima cantidad de acero debe ser capaz de resistir el menor valor de

a) 2.69 33.63 6666.67 b) 5.35 2.69 0.90 100.00 15.365 4200 280 Tenemos: 0.0031 0.0031 0.1099 4.76 Considerando Área = 1.29 Se tiene: 3.69 Varillas 0.27 ===> OK 7.22 4.76

Es perpendicular y un % del acero principal, en la misma capa:

Si el acero principal es paralelo al tráfico 41.25 50%

Si el acero principal perpendicular al tráfico 90.51 67%

% = 41.25

El acero embutido en la zona de compresión del concreto, en cada capa deberá

4200 3.60

2000 Temperatura en 01 dirección

3.4.- Acero de distribución o repartición:

1800

3.5.- Acero de contracción y temperatura:

satisfacer:

3.3.- Verificación del acero mínimo:

1.2  1.33 = .  ∗ ´=  .  ∗ =  .  ∗ ∗ = =  ∗  =  .   ∗  = /         =    →    )  )   ó ∅ = ℎ  =   ó  =     =    ´ =  / /     = = → í  :  = → = →  ∅ /" @   → ∅ /" →   → ‼  =  → = →  ∅ /" @   → ∅ /" → →  = / → =  ∗  =   → =  → ∅ /" → = = = =

(17)

4.- DISEÑO POR SERVICIO II

Para 1.00 m de ancho de franja perpendicular al tráfico. 4.1.- Verificando el área de acero por Servicio II

Ms = 3.02 Tn - m fs = 0.60 * Fy = 2520 Kg/ cm2 fc = 0.50 * f´c = 140 Kg/ cm2 Es = 2039432 Kg/ cm2 Es = 267731 Kg/ cm2 Cálculo de "j": 0.9009 0.2974 7.6175 8 15.365 cm Reemplazando tenemos: 8.66 Considerando Área = 1.29 Se tiene: 6.71 Varillas 0.15 ===> OK

3.2.- Verificación del peralte de la sección de concreto (d)

100.00 cm

12.69 15.365 ===> OK

4.3.- Verificación de Esfuerzos por Servicio (Controlar la fisuración por distribución del acero) Esfuerzo admisible del acero:

mayor que 4.00 cm 1.27 4.635 cm Cálculo de A: 15.00 1.00 (Número de barras) 200000 MPa = 16000 *√_{f´c =}

En estado límite de servicio, el esfuerzo de tracción en las armaduras de acero, no será

→  ∅ /" @  =  ∗  ∗  j = 1 k 3= k = 1 1 _{ ∗ }   = n =  = →  = d= =  → ∅ /" → →  ∅ /" @    = dmi= 2 ∗ M f ∗ j ∗ k ∗ d =  ≤  = cm

f

_

∶

f =  ∗    ≤ 0.6 ∗  Usar ∅ 1/2" →  = ∅ 1/2" =  ∴ = = cm =

(18)

139.05

23000 23453 Kg/ cm2

Parámetro relacionado con el ancho de fisura

30000 Para elementos en condiciones de exp. moderada 23000 Para elementos en condiciones de exp. Severa

17500 Para estructuras enterradas

Reemplazando, tenemos:

2715 Kg/ cm2

2520 Kg/ cm2 2520 Kg/ cm2

Esfuerzo actuante en el acero por Cargas de Servicio:

Momento por flexión:

Mu = 3.02 Tn - m Momento Estado límite por servicio II

Ms = Mu * bs = 0.45 Tn - m

15.00 1.29 9.83 15.365

Cálculo de "y" c on momentos respecto al eje neutro:

3.88 11.49

Inercia de la sección transformada:

1588.68

Reemplazando:

2478 Kg/ cm2

Comparando con el esfuerzo resistente por Servicio:

2478 Kg/ cm2 2520 Kg/ cm2 A = 2 ∗ d∗ b n_v =    =  =  =  =  = / / /   → = →      ó ú f _ =M∗ c / → 0.6 ∗ = ∴ = = cm  =  =  =    ∗  ∗ 0.50 ∗  = ∗ (   ) →  =  ∴  =    →  =  I = At∗ c ∗  3 → I =   f  = M_∗ c / → f  = f _ = > f _ = → ñ   ,    

(19)