PUENTES DISEÑO DE PUENTE VIGA Tipo de vehículo : Capacidad portante del suelo : L diseño : Altura de cimentación : Tipo
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PUENTES
DISEÑO DE PUENTE VIGA Tipo de vehículo : Capacidad portante del suelo : L diseño : Altura de cimentación : Tipo de suelo :
HS25-44 3.00 Kg/cm² 18.00 m 10.00 m Conglomerado
fy : f'c : f'c : # vías : # luces :
4200 140 210 2 1
Kg/cm² Kg/cm² Kg/cm²
PREDIMENSIONADO DE LAS VP. 0.70
0.05
0.15 0.33
8.00 m
0.05
0.25
0.175 m t 0.25
0.838 1.025
1.338
VD
VD
VD
VP
VP
VP
VP
0.45
0.45
0.45
0.45
1.563
s = 1.675 m
1.675
1.675
S1= 2.125 m
2.125
2.125
Ancho mínimo de calzada "A" : A= A mín =
6.60 7.20
Adiseño = 8.00 m Atot = 9.50 m
"S1", distancia entre ejes de las Vigas Principales: '
S 1= S'1 = e=
2.125 0.45
Ad +2∗d ' N
m. m.
# de vigas = 4 d' = 0.25 m e mín = 0.33 m S1 = s1 =
2.125 1.675
m. m.
PREDIMENSIONADO DE LOA PERALTES DE LAS VIGAS
h=
L 15
L h'= −0.2 15
1.563
PUENTES
L h'= −0.2 15 Altura de la Viga Pricipal. Altura de la Viga Diafragma.
h= h'=
1.20 1.00
m. m.
PREDIMENSIONADO DE LAS VD.
0.175 m LOSA
0.825 b
a
VP
bw
i 0.30
0.45
4.10 m
4.10
4.10
4.10
4.35
4.35
4.35 m
4.35
bw b b # VD # tramos de VD
i 0.30
VD
1.675 = 0.25 m > 2.513 = 4.00 m = 5 = 3
S2 = 4.35 m s2 = 4.10 m (b) i = 0.175 PREDIMENSIONADO DE LOSA. e= e' =
0.172 0.112
(AASHTO) t = 0.175 m. SOBRECARGA PARA EL VEHICULO HS25-44 (AASTHO)
USS
P
4P 4.27
HS 25-44
EXCELENCIA
2.27 Ton
4P 4.27
9.08 Ton
9.08 Ton
PUENTES
CALCULO DEL PESO PROPIO DE LA ESTRUCTURA "D" Carpeta asfáltica Peso de baranda P.Esp. Asfalto P.Esp. Concreto
a wb Pa Pc
= = = =
0.05 0.15 2.00 2.40
m. Ton/ml Ton/m³ Ton/m³
2% a 4.00
METRADO DE CARGAS Peso Peso Peso Peso Peso Peso Peso
de asfalto de la VP V.sardinel de la Losa de vereda de baranda de la VD
Wa Wvp Wvs Wlosa Wver. Wb Wvd
= 1.44 Ton/ml = 4.428 Ton/ml = 0.27 Ton/ml = 3.36 Ton/ml = 0.36 Ton/ml = 0.30 Ton/ml = 0.691 Ton/ml
A = 0.113
0.20
0.05
WT = 10.85 Ton/ml WT/viga = 2.71 Ton/ml por viga MOMENTO Y FUERZAS CORTANTES DEBIDO A CARGAS PERMANENTES
0.5L
0.5L 0.4L
0.4L
0.3L
0.3L
0.2L
0.2L
0.1L
0.1L
0.4
0.36 0.64
0.96 0.84
1.0
0.8
0.6
0.2
0.4 0.2
1.00
WT M máx =
L
2
WT V máx =
VIGA
8
DISTANCIA 0.0L 0.00 0.1L 1.80 0.2L 3.60 0.3L 5.40 0.4L 7.20 0.5L 9.00
VD Ton 24.41 19.53 14.65 9.76 4.88 0.00
L VIGA
2
MD Ton-m 0.00 39.54 70.30 92.27 105.45 109.85
PESO DE LAS CARGAS PERMANENTES DE LA SUPERESTRUCTURA: D= 195.28 Ton
PUENTES
(Reacción en cada estribo)
D = 20.56 Ton/ml D = 10.28 Ton/ml
SOBRECARGA DE DISEÑO HS25-44 IMPACTO :
Ci=1+
15. 24 ≤0. 30 L+ 38
I = 0.27 % OK ! Ci = 1.27
CONCENTRACIÓN DE CARGAS (Método AASTHO)
0.60
0.50
1.83
1.21
0.838
1.83
a
S eje a = 0.50 + 0.838+ 0.23 + 2.125 a = 0.508 m Para la Viga Exterior
Cce =1+
a S
( 0.70
+ 0.05
+ 0.60
+ 1.83
Cce = 1.24
Para la Ciga Interior Como S 67 % Entonces : Asr = 6.73 cm² Sep = 29.73 cm USAR 5/8'' @
220 = √ 3. 28×S ' % = 95.79 ACERO DE TEMPERATURA
(Ast) para =
Ast = Astmín = Sepmáx = Sepmáx =
0.001×bd 2.64 cm² 45.00 cm 52.50 cm
3/8''
Ast = 2.64 cm² Sep = 26.89 cm USAR 3/8'' @
DISEÑO DE VIGA DIAFRAGMA CALCULO DE ACERO PRINCIPAL MOMETO TORSOR MT =
4.803
Ton-m/ml
(Asp)
M T =0 . 7 M T D
MT = 14.627
PUENTES
S2 =
4.35
m
CALCULO DEL PERALTE UTIL "d" para = 3/4'' d=
0.950
d= h' − r−
m
φ 2
CALCULO DEL AREA DE ACERO "As"
As=
As = As mín = Asmín =
26 . 455 Mu 72622 Mu d− bd× f ' c
As mín=
10 . 87 bh
2
d ×105 −
Usar As =
4.16 4.25 7.92
cm² cm² cm²
As'
√f 'c
32276 . 44 h 2 d√f 'c
7.92
cm²
As''
100
As''' para = # var =
3/4'' 3 As: USAR As': USAR As'': USAR
3 2 2
Ø Ø Ø
Asp
3/4'' 3/4'' 1/2''
25.00 cm
ESTRIBOS Vc = para = Sep =
7.680 3/8'' 40
Kg/cm²
Sep = Sep = Sep =
cm
44.88 47.52 45.00
cm cm cm
As ''': USAR 3/8'' @ DISEÑO DE VEREDA.
A 0.15 d = 11.36 cm
LOSA
0.70 MOMENTO POR CARGA MUERTA (MD)
W ×S ' M D= D 10 Peso vereda : Peso baranda :
Wv = Wb = WD =
0.25 0.15 0.402
Ton/ml Ton/ml Ton/ml
2
MD =
0.178
PUENTES
MOMENTO POR SOBRECARGA (ML) Ws/c' =
420
MOMENTO ULTIMO
Kg/m²
ML =
0.103
(Mu)
Mu = MD + ML
Mu = 0.281 Ton-m/ml
VERIFICACIÓN DEL PERALTE
d min ≥1. 43
√
Mu b
dmín ¿7.11 Como dmín < d
CALCULO DE ACERO PRINCIPAL
As=
As mín=
(Asp)
26 . 455 Mu 72622 Mu d− bd× f ' c
10 . 87 bh
2
d ×105 −
√f 'c
32276 . 44 h 2 d√f 'c
ACERO DE TEMPERATURA
cm OK..!
para =
3/8''
Asp =
0.66
cm²
Amín =
3.25
cm²
b = 100 cm
Sep = 21.86 cm. USAR 3/8'' @
(Ast) para =
Ast = 0.001×bd Astmín = 2.64 cm² Sepmáx = 45.00 cm Sepmáx = 34.07 cm
3/8''
Ast = 2.64 cm² Sep = 26.89 cm USAR 3/8'' @
LONGITUD DE DESARROLLO (Ld) Ldmín = 30.00 Ld = 1.23 Ld' = 23.56
Ld = 30.00 cm Ast
0.05
0.30
0.15 Asp
VP
PUENTES
0.10
0.60
0.8375
0.45
PUENTES
CALCULO DE MOMENTOS MÁXIMOS POR CARGAS M CAMION HS25-44 R=9P x 1P
o 0.70
4P
4.27
4P
4.27 Mo = 0, donde :
Ubicación de la Resultante
x=
0.250 eje 5.693
0.25
0.50
1P
m=
R=9P 4P
1.20
4 d 2− d 1 18
4P m m
RA
4.27
4.27
X 1.338
18.00 MB = 0
Cálculo de reacciones : 1.563
R A=
RA = 9.407 Ton RB = 11.023 Ton
R L −m L 2
(
)
Cálculo del Momento Máximo : Cortamos a la viga en el eje y obtenemos: Mmáx = 68.28 Ton-m
M máx =R A
SEGUNDO CASO 5.693 1P
R=9P 4P
4P 1.423
RA
4.27
4.27
Xi 18.00 Cálculo de esfuerzos y momentos
M i=
2.847
R ( L− X−1 . 423 ) X−4 . 27 P L
( L2 −m )−4 . 27 P
PUENTES
M i=
R ( L− X−1 . 423 ) X−4 . 27 P L
V i=
R ( L−X −1 . 423 )−P L
PRIMER CASO R=9P 4P
4P 2.847
1.20
RA
1P
1.423
4.27
4.27
Xi 18.00
VP Cálculo de esfuerzos y momentos 0.45
M i=
R ( L− X−2 . 847 ) X L
V i=
R ( L−X −2 . 847 ) L
DISEÑO DE VIGA SARDINEL
(VS)
0.20
0.05
0.15 0.475
0.33
0.250 m.
e=
VS 0.25
VP
MOMENTO POR PESO PROPIO (Mpp) Peso propio :
Wpp =
0.285
Ton/ml hvs =
WD = MD =
0.071 2.89
0.48
Ton/ml Ton-m/ml
MOMENTO POR SOBRECARGA (ML) Donde :
P = 9.08 Tn Ci = 1.27
CALCULO DE "E" Emáx = 2.00
M S / C=
m
PLCi 10
PUENTES
E= E= 0.08 0.05
MOMENTO ULTIMO
2.30 2.00
m m
ML =
1.76
(Mu)
Mu = 1.3MD + 2.17ML
Mu =
7.568
Ton-m/ml
VERIFICACIÓN DEL P 0.70 a
P 0.30
d min ≥1. 43
0.250 0.05 m. 0.175
VS
0.225
Como dmín E/2= 1.00 m 2.00
CALCULO DE ACERO PRINCIPAL
As= 0.8 0.4
1.0
(Asp) para =
26 . 455 Mu 72622 Mu d− bd× f ' c
5/8''
Amín Asp As' = 30%Asp As'' = 10% Asp
0.6
= = = =
As''mín = 2.22 5.17 1.72 0.52
750 Kg/m 0.25
M=
0.188
Ton-m
# var = 3 USAR Asp : USAR As'' : USAR As' :
3 2 2
Ø Ø Ø
5/8'' 3/8'' 1/2''
DISEÑO POR CORTANTE CORTANTE POR PESO PROPIO (Vpp) WD = Vpp =
0.071 0.641
Ton/ml Ton
Ra CORTANTE POR SOBRECARGA (Vs/c)
195.28 Ton
V S /C =
V ' S/C Ci×a E
Ci = 1.27 E = 2.00 m a = 0.70 m
4P
4P
PUENTES
20.56 Ton/ml 10.28 Ton/ml
Vs/c =
3.61
Ton
CORTANTE TOTAL (Vt) Vt = Vt =
4.26 4.13
8.119
Ton Kg/cm² Vc =
7.68
Kg/cm²
Como Vc > Vt SE UTILIZARÁ ESTRIBOS MINIMO USAR Ø 3/8" @ 0.60 m
)
VIGA EXTERIOR M×Ci×Cc
0.00 42.99 74.39 94.20 105.49 107.60
PUENTES
M=
Pm×L 4
( Ton−m /viga )
Ton-m/viga Ton/viga
108.42 Ton 11.41 Ton/ml 5.71 Ton/ml
CARGA PERM. MD Ton-m 0.00 39.54 70.30 92.27 105.45 109.85
PUENTES
omo Viga Rectangular
VIGA EXTERIOR
VIGA INTERIOR
PUENTES
PUENTES
LOSA
VP
b=100cm
Ton-m/ml
PUENTES
Ton-m/ml
17.50 cm
27.50 cm
25.00 cm
Ton-m
PUENTES
As'
As'' As''' Asp
=
3/4''
= =
1/2'' 3/8''
=
3/4''
40.00 cm
Ton-m/ml
PUENTES
Ton-m/ml
b = 100 cm
20.00 cm
25.00 cm
0.05 0.175
1.025
PUENTES
PUENTES
O DE MOMENTOS MÁXIMOS POR CARGAS MÓVILES
P=
5.693
m=
2.27
Ton
m.
4 d 2− d 1 18 m=
0.71
m.
X=
8.29
m.
RB
R A=
R L −m L 2
(
M máx =R A
)
( L2 −m )−4 . 27 P
RB
PUENTES
RB
0.05 m.
VD
VP
0.412
bw
M S / C=
PLCi 10
M S /C=
PLCi×a 10×E
=d
PUENTES
Ton-m/ml
Ton-m/ml VERIFICACIÓN DEL PERALTE
d min ≥1. 43
√
Mu b
b = 25.00 dmín ¿ 24.88 Como dmín < d
As''mín =
1.42
cm cm OK..!
cm²
cm² cm² cm² cm²
As'
1/2''
As'' 3/8''
Asp 5/8''
WD Rb
P
PUENTES
0.96 3.23
SE UTILIZARÁ ESTRIBOS MINIMO
Ton
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
ESTRIBO DE CONCRETO ARMADO 0.025
1.75
0.30
N = 0.575
1.25
2.35
APOYO MOVIL
0.40
1.20
N≥
0.275
0.50 0.35
0.35
0.20
10.00
6.55
0.56 m
2.10
0.90
2.00
1.30
5.00 f'c = f'c = fy =
140 210 4200
Kg/cm² Kg/cm² Kg/cm²
DATOS GENERALES Angulo de fricción
=
35 º
305+ 2. 5 L+ 10 H 1000
PUENTES
Coeficiente de fricción = Peso especifico suelo s = Peso especifico Cº Aº c =
0.55 1.90 2.40
Ton/m³ Ton/m³
ESTABILIDAD Y PRESIONES # 1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11
AREA (m²) 0.375 0.360 0.088 0.175 0.050 2.293 1.801 6.500 13.755
F (Ton) 0.900 0.864 0.210 0.420 0.120 5.502 4.323 15.600 26.135
d (m.) 3.100 2.800 3.017 2.800 2.483 2.725 2.183 2.500 3.950
M=F×d Iyy (Ton-m.) (m4) 2.79 0.0028 2.42 0.0243 0.63 0.0006 1.18 0.0018 0.30 0.0001 14.99 0.0234 9.44 0.0303 39.00 13.5417 103.23
0.088 0.166 3.763 7.149 = 61.389
3.133 4.125
0.52 29.49 203.99
1 2
11 3 10
9
5
4
6
7
8
Iyy pantalla = 0.0833 m4 CALCULO DE LAS FUERZAS ACTUANTES La carga "D" y "L", provenientes de la superestructura CARGA MUERTA "D" = 10.28 m CARGA VIVA "L" =: 5.71 m EMPUJE "E" Terreno con sobrecarga q = 1.14 h' = 0.60 m s = 1.90
q
EV 10.00
=H
1 ET = σ s H ( H +2 h ' ) Ka 2 2
Ka=tg (45−φ/2 )
ET Ka= ET =
EH
d=
H H +3 h ' 3 H + 2h '
(
)
0.27 28.83
EH = 27.499 EV = 8.670 d = 3.51
Para superficie horizontal del terreno (sin Sobrecarga actuante)
1 ET = σ s H 2 Ka 2
PUENTES
1 ET = σ s H 2 Ka 2 EV
ET
ET =
25.74
10.00 EH
d=
EH = 24.553 EV = 7.741 d = 3.33
H 3
FUERZA LONGITUDINAL "LF" (FRENADO) LF F = 5% L
LF =
0.285
Ton
Ff =
0.514
Ton
FUERZA DE FRICCIÓN "Ff" Ff =
0.05 × D
FUERZA SISMICA "EQ" Según el Reglamento para Puentes AASHTO - Capítulo División I-A, SEISMIC DESIGN EQ =
2.06
Ton
COMBINACION DE CARGAS SEGÚN EL REGLAMENTO AMERICANO (AASHTO) GRUPO I : GRUPO III : GRUPO VII :
FUERZAS VERTICAL
CARACT. Ev (GRUPO I) Ev (GRUPO III) Ev (GRUPO VII) D L (GRUPO I) L (GRUPO III)
F (Ton) 8.67 8.67 7.74 10.28 5.71 5.71
FUERZAS HORIZONTALES d (m.) 5.00 5.00 5.00 2.64 2.64 2.64
FUERZAS VERTICAL GRUPO I GRUPO III
86.04 86.04
D+L+E D+L+LF+E D+E+EQ
M=F×d (Ton-m.) 43.35 43.35 38.71 27.11 15.05 15.05
CARACT. EH (GRUPO I) EH (GRUPO III) EH (GRUPO VII) LF (GRUPO III) EQ (GRUPO VII) Ff
F (Ton) 27.50 27.50 24.55 0.29 2.06 0.51
FUERZAS HORIZONTALES Ton Ton
GRUPO I GRUPO III
28.01 28.30
PUENTES
GRUPO VII
79.41
Ton
GRUPO VII
MOMENTO RESISTENTE GRUPO I GRUPO III GRUPO VII
27.12
MOMENTO ACTUANTE (VOLTEO)
289.50 Ton-m 289.50 Ton-m 269.80 Ton-m
GRUPO I GRUPO III GRUPO VII
MV
d=
Fv
x=
(
101.07 104.45 106.07
∑ M R −∑ M V ∑ FV
∑ MR ∑ FV
z=
)
∑ MV ∑ FV
d=x-z MR
e
e=
d R B/2
B/2
B −x+ z 2
x GRUPO I GRUPO III GRUPO VII
z 3.365 3.365 3.398
m m m
GRUPO I GRUPO III GRUPO VII
1.175 1.214 1.336
e GRUPO I GRUPO III GRUPO VII
0.31 m 0.35 m 0.44 m
ESTABILIDAD DEL ESTRIBO POR DESLIZAMIENTO
CV =
POR VOLTEO
∑ F V×C F ≥1 . 5 ∑ FH
GRUPO I GRUPO III GRUPO VII
1.69 > 1.5 ... OK! 1.67 > 1.5 ... OK! 1.61 > 1.5 ... OK!
PRESIONES EN EL TERRENO
CV =
∑ M r >2 ∑ MV GRUPO I GRUPO III GRUPO VII
2.86 2.77 2.54
PUENTES
σ= GRUPO I
GRUPO III
GRUPO VII
∑ FV B
(1± 6Be )
1 = 2 =
23.61 10.81
Ton/m² Ton/m²
1 = 2 =
24.42 10.00
Ton/m² Ton/m²
1 = 2 =
24.23 7.53
Ton/m² Ton/m²
TALON
1
CALCULO DE LA ARMADURA DISEÑO DE LA ZAPATA mín =
0.0018 f'c = 140 Kg/cm² d= 120 cm 5.00 TALON
8.70 PUNTA
10.81
15.84 24.42
18.98
1.85 1.30
2.00 Ext. Talón 24.42 -3.12
Presión del terreno Peso del Concreto Peso del suelo Sobrecarga. =
Cara Talón 18.98 -3.12
21.30 Ton/m²
15.86 Ton/m²
Cara Punta 15.84 -3.12 -16.53 -1.14 -4.95 Ton/m²
TALON ANTERIOR Longitud del Talón (L1) = w1 = w2 = Vc =
2.00 31.71 5.45 63.96
Ton/ml Ton/ml Ton
Fuerza Cortante (V) = Momento Máximo (M) =
37.16 38.97
Ton Ton-m
15.86 5.45
w1 w2 1.333
PUENTES
Vu = Mu =
63.17 66.25
Ton Ton-m Como Vu < Vc,
As=
OK.!
26 . 455 Mu 72622 Mu d− bd×f ' c
As = As(mín) = para = Sep =
14.96 19.95 5/8'' 10.02
cm² cm² cm
USAR 5/8'' @ 10.00 cm PUNTA Longitud del Talón (L1) = w1 = w2 = Vc =
1.85 9.15 4.65 63.96
Ton/ml Ton/ml Ton
w1
M
w2 Fuerza Cortante (V) = Momento Máximo (M) = Vu = Mu =
13.80 14.18
Ton Ton-m
23.46 24.11
Ton Ton-m
Como Vu < Vc, As = As(mín) = para = Sep =
5.36 7.15 1/2'' 18.04
OK.! cm² cm²
1.232
As=
26 . 455 Mu 72622 Mu d− bd× f ' c
cm USAR 1/2'' @ 17.50 cm
Refuerzo transversal : para = Sep =
1/2'' 53.75
cm USAR 1/2'' @ 45.00 cm
DISEÑO DE PANTALLA LF f'c = d= ET =
210 80.00 22.17
Kg/cm² cm Ton
1.83 1.25
EQ
PUENTES
øVc =
52.23
Ton Ff
(V) EH = EQ = Ff =
21.15 2.06 0.51
Ton Ton Ton
M = MEQ + MEH + MFf MEQ = 16.14 Ton-m MEH = 65.04 Ton-m M=
81.18
7.45
Ev
Ton-m
Vu = 35.95 Ton Mu = 138.01 Ton-m As = para =
49.31 1/1''
cm²
Sep =
10.22
cm USAR
1/1''
@ 10.00 cm
REFUERZO EN LA CARA EN COMPRESIÓN = 0.0015 As = 6.00 cm² para = 1/2'' Sep = 21.50 cm USAR 1/2'' @ 20.00 cm REFUERZO HORIZONTAL CARA INTERNA = 0.002 As'= 1/3As = 5.33 cm² para = 1/2'' Sep = 24.19 cm
As =
16.00
cm²
USAR 1/2'' @ 22.50 cm CARA INTERNA = As''= 2/3As = para = Sep =
0.002 10.67 5/8'' 18.75
As =
16.00
cm²
cm² cm USAR 5/8'' @ 17.50 cm
DISEÑO DE LA PANTALLA SUPERIOR
0.60
s
0.30
1
PUENTES
1 Ka=tg 2 ( 45−φ/ 2 ) 1.25
Ka = s =
0.27 1.90
2 σ i =hK a σ s
0.25
= =
0.309 0.953
CHEQUEO POR CORTANTE 1.25 V= Vu = Vc = Como Vc
0.79 1.34 7.68 > Vu
Ton/ml Ton/ml Kg/cm²
0.309 0.644
NO ES NECESARIO COLOCAR ESTRIBOS
x
MOMENTO DE DISEÑO POR FLEXIÓN M= Mu =
0.409 0.695
Ton-m/ml Ton-m/ml
VERIFICACIÓN DEL PERALTE
√
Mu d min ≥1. 43 b
b= 100 dmín ¿3.77 Como dmín < d
cm cm OK..!
CALCULO DE ACERO ACERO PRINCIPAL (As)
As=
26 . 455 Mu 72622 Mu d− bd×f ' c
para =
1/2''
As = Amín =
0.74 5.86
cm² cm²
22.02
cm.
Sep =
As mín=
10 . 87 bh
2
d ×105 −
√f 'c
32276 . 44 h 2 d√f 'c
PUENTES
As :
USAR 1/2'' @ 20.00 cm
ACERO TRANSVERSAL (Ast) para = 3/8'' Ast = 0.001×b×d Ast = Sep =
2.50 28.40
cm² cm. Ast :
USAR 3/8'' @ 25.00 cm
As' :
USAR 3/8'' @ 25.00 cm
Ast As
As'
PUENTES
ANALISIS ESPECTRAL UNIMODAL Viga de sección "T" METODO SIMPLIFICADO (PROCEDIMIENTO 1)
N≥
305+ 2. 5 L+ 10 H 1000
Luz = 18.00 m P.superestruct.= 195.28 Ton P.subestruct.= 203.99 Ton # luces = 1 Altura (H) = 10.00 m CARACTERISTICAS DE LA PLACA Ancho (byy) = Peralte (hxx) = Rectangular =
0.625 8.50 2
m m
n= 1 E = 2100000 Ton/m² g = 9.81 m/seg² (Aceleración de
3
I XX h XX
bYY 12
I YY hYY
bXX 12
m.
Ixx =
m4
3
Iyy = 31.986 m4
Asumiendo Losa infinitamente rígida :
Kxx = 4357.91 Ton/m Kyy = 806039 Ton/m
0.173
12 EI n 3 H
K
(Dirección Longitudinal al Puente) (Dirección Transversal al Puente)
PASO 1 Kxx = 4357.91 Ton/m Kyy = 806039 Ton/m
PASO 2
U S ( x)
p0 L K XX
U S ( y)
p0 L K YY
Us(x) =
0.0041304 m
Us(y) =
0.0000223 m
WSUP. WSUB L
WT
WT =
PUENTES
WSUP. WSUB L
WT
WT = ax = 0.07435 m² bx = 1.64915 Ton-m gx = 0.006811692 PASO 3
T 2
gp 0
22.18
Ton-m²
Ton/ml ay = by = gy =
i = gi i = ai
Tx = Ty =
COEFICIENTE DE RESPUESTA SISMICA Coeficiente de Aceleración "A" = Coeficiente de Sitio "S" =
o
2
Ka=tg ( 45−φ/2 )
Ton Ton Ton m
Cs
1.2 AS Tm
2.5A = Csx =
1.00 0.803
< 2.5A OK! :
Csx =
Csy =
4.577
> 2.5A tomamos 1.00
Csy =
2
3
2.5 A
FUERZA SISMICA EQUIVALENTE
pei wiU si
1 ET = σ s H ( H +2 h ' ) Ka 2
0.40 1.2
bi Sa g
DIRECCION X-X pex = pexTOTAL =
17.82 320.7
Ton/m Ton
UxTOTAL =
7.360
cm
p ei wi S a DIRECCION Y-Y pey = peyTOTAL = UyTOTAL =
PUENTES
Ton Ton Ton m
dLF =
1.83
Ff
dFf =
8.75
A, SEISMIC DESIGN d = 0.40
S HORIZONTALES d M=F×d (m.) (Ton-m.) 3.51 96.57 3.51 96.57 3.33 81.84 11.83 3.38 9.60 19.73 8.75 4.50
S HORIZONTALES Ton Ton
PUENTES
Ton
O ACTUANTE (VOLTEO) Ton-m Ton-m Ton-m
z m m m
> 2 ... OK! > 2 ... OK! > 2 ... OK!
PUENTES
PUNTA
2
Ext. Punta 10.81 -3.12 -16.53 -1.14 -9.98 Ton/m²
M
PUENTES
4.95 5.03
PUENTES
0.40
Eh
3.08
PUENTES
Ka=tg 2 (45−φ/2 ) Ton/m³
σ i =hK a σ s Ton/m² Ton/m²
M
PUENTES
PUENTES
ANALISIS ESPECTRAL UNIMODAL METODO SIMPLIFICADO (PROCEDIMIENTO 1)
m/seg² (Aceleración de la gravedad)
WX +WY
PUENTES
0.0004 m² 0.00892 Ton-m 0.000000199
0.607 0.045
Cs
1.2 AS Tm
2
3
seg seg
2 .5 A
0.80 1.00
p ei wi S a DIRECCION Y-Y 22.18 399.3 0.050
Ton/m Ton cm
Ton-m²
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
PUENTES
DIAGRAMA DE ENVOLVENTES eje
USS- pimentel
18.00 m.
MOMENTOS MÁXIMOS SELECCIONADOS
0.0 L
0.1 L
0.2 L
0.3 L
0.4 L
0.5 L
0.6 L
0.7 L
0.8 L
0.9 L
27.28
1.0 L
27.28 47.21
47.21 59.78
59.78 66.94
68.28
66.94
PUENTES
Mmax( s/c ) = 68.28 T-m
PUENTES
PUENTES