puente peatonal viga losa

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!

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)

No es necesario cambiar seccion

2As bw = 35 [cm.]

Area = 0.785 [cm.^2]

65940

Av =

DETALLE TRANSVERSAL DE LA PASARELA

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

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


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



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 ) * 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 =


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


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.]


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



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 ) * 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 =

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


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.]


10 [mm.] cada 27 [cm.]

Av =

asumiendo

S=Avf Y

( vUvC )bw

[kg/m.]

###

15.76

1.50.30.5

0.252400

0.70.1

0.0252400

113

70011

60

210

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

puente peatonal viga losa

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