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8/12/2019 DISEO VIGA POSTENSADA FIN
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M CALCULO
A- PREDIMENSIONAMIENTO
LUZ DEL PUENTE mts LUZ (L)= 45 ?PERALTE VIGA H=L/22 2.0
ESPESOR LOSA mts E=0.10 + S/30 0.2 ?NUMERO DE VIAS 2
B-DISEO DE VIGASU (mts)
Ancho de va A=3.60+3.00*(n-1) ( A )= 3.60Long. Vereda (C)= 0.50
baranda altura = 0.75ancho = 0.25Ancho de viga b=0.02*raiz(S) (b)= 0.50
f =H - E (f) = 1.80Espesor de losa E = 0.10 + S/30 (E)= 0.20
(g)= 0.25m= S/2 (m)= 1.10
Separacin Vigas (S)= 2.20(a)= 0.80
ELECCION DE LA VIGA
AREA = 1,012.31in2 = 0.65 m2
Peso concreto = 2.40 ton/m3
Peso propio = 1.56 ton/m
Md = 394.88 ton-m
Metrado de cargasPeso losa = E*(a+S/2+b)*2,4 T/M3 1.152 Tn/m
asfalto = 0,05*S*2 0.220 Tn/m
vereda = c*g*2.4 T/M3 0.300 Tn/m
baranda = 0,25*0.75*2,4 T/M3 0.45 Tn/m
Wd = 2.122 Tn/mMdS = 537.13125 ton-m
2-MOMENTO POR SOBRECARGA CAMION H S-20 + LINEA DE CARGA
Ra = 15.84665644 ton
Ms/c=Ra*(L/2-4.98+4.27)-3.636*4.27 329.77 tn-m
W= 0.954 Ton/m
Ms/c = WL 2/8 = 241.48125 tn-m
Ms/c = 571.25 tn-m
3-LINEA DE CARGAW= 0.954 TON/m
P = 8.182 TON/m
Ms/c = 333.52875 tn-m
4-CARGAS POR EJE TANDEM + LINEA DE CARGARa = 11.27506 ton
Ms/c=Ra*(L/2-0.305) 250.2499567 tn-m
W= 0.954 Ton/m
Ms/c = WL 2/8 = 241.48125 tn-m
Mtandem+ lnea de carga 491.73 tn-m
Tomando el mayor Mom ( ML ) 571.25 n-m
4- DISTRIBUCION DE SOBRECARGA POR VIGA
Para prefabric. DFm= S /5.5 = 1.31
ML = ML via * DFm/2 = 374.16875 n-m
5-MOMENTO POR IMPACTOI=50/(L+125) 0.18
Momento de impacto (Mi) 67.35 tn-mI < =0,3 I = 0.18
6- ELECCION DE LA SECCION DE LA VIGA
r = 0.80 asume que las prdidas dependientes del tiempo es del 20%
Md = 394.88 tn-m Momento debido peso propio de la viga
Msd = 537.13 tn-m Momemnto debido peso de la sobrecarga(losa,vereda,baranda,asfalto)
ML = 441.52 tn-m Momento debido a sobrecarga viva
DISEO VIGA POS TENSADA
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M CALCULO
f'c = 350.00 kg/cm2 Resistencia a compresin a los 28 das
f'ci =0.70*f'c 280.00 kg/cm2
fti (Mpa)= 0.25*f'ci^0.5= -13.23kg/cm2 esfuerzo adms. Inicial a la traccin del concreto en la transferencia
fci (Mpa) =0.60*f'ci = 168.00 kg/cm2 esfuerzo adms. Inicial a la compresin del concreto en la transferencia
ft (Mpa) = 0.62*f'c^0.5 = -36.67kg/cm2 esfuerzo adms. a la traccin del concreto bajo cargas de servicio
fc (Mpa) = 0.45*f'c = 157.50 kg/cm2 esfuerzo adms. a la compresin bajo cargas de servicio
St >= -629,224.67 cm3 -38,414.20 pulg3 1000
Sb >= -618,241.66 cm3 -37,743.69 pulg3
de tabla 4.3 Usaremos una seccin TIPO TO 2750
PROPIEDADES SECCION SECCIONGEOMETRICAS mm cm
A (cm2) 310,000.00 3,100.00
I (cm4) 41,020,000,000.00 4,102,000.00
Ys (cm) 500.00 50.00
Yi (cm) 500.00 50.00
Cs 264.65 26.47
Ci 264.65 26.47
St (cm3) 82,040,000.00 82,040.00
Sb (cm3) 82,040,000.00 82,040.00 1.02
H (cm) 1,000.00 100.00
r 2 132,322.58 1,323.23
ec 16.54 42.00
ESFUERZOS ADMISIBLES EN LA TRANSFERENCIA
ESFUERZOS ADMISIBLES NE 060 ART. 18
ESFUERZOS ADMISIBLES BAJO CARGAS DE SERVICIO
Resistencia a la compresin del concreto al momento del
resfuerzo al tiem o de la transferencia de tensiones al
cti
LSDDt
frf
MMMrs
1
cits
LSDDb
rff
MMMrs
1
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8.2.- POSTENSADO ESTABLE1RA. FASE CON M1 (PESO PROPIO)
n = Pe / Pi 0.85
Pe = 85% Pi = 215,050.00 Kg TRACCION (-)COMPRESION (+)
-40.70kg/cm2
179.44 kg/cm2
ESFUERZOS DEBIDOS A M1 = 3,642,500.00Kg-cm
44.40 kg/cm2
-44.40kg/cm2
sumando
t= 3.700 Kg/cm2 < -36.67 kg/cm2 NO PASAb= 135.040 Kg/cm2 < 157.50 kg/cm2 BIEN OK
0 0
135.04 0.00
3.70 1.00
0 1.000
2DA. FASE CON M1 (PESO PROPIO) y Ma (CARGAS DE SERVICIO)Pe = 85% Pi = 215,050.00Kg TRACCION (-)
COMPRESION (+)
-40.70kg/cm2
179.44 kg/cm2
ESFUERZOS DEBIDOS A M1 = 3,642,500.00Kg-cm
44.40 kg/cm2
-44.40kg/cm2
ESFUERZOS DEBIDOS A Ma = 12,500,000.00Kg-cm
152.36 kg/cm2
-152.36 kg/cm2
sumando
t= 156.060 Kg/cm2 < 157.50 kg/cm2 BIEN OKb= -17.320 Kg/cm2 < -36.67 kg/cm2 BIEN OK
135.04
3.70
0
0.1
0.2
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1
Y
(m)
ESF (Kg/cm2)
POSTENSADO ESTABLE
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M CALCULO
0 0
-17.32 0.00
156.06 1.00
0 1.000
LA VIGA SATISFACE TODAS LAS CONDICIONES DE VERIFICACION DE ESFUERZOS ADMISIBLES EN LA SECCION CENTRAL DE MAXIMO MOMENTO DE CARGA EXTERNA
8.3.- Verificacin de esfuerzos en el acero de preesfuerzo
Segn la norma ASTM A416 para cordones de 1/2" Gr 250 se tiene:
Tu = 160.10 KN
aps = 92.90 mm2
Resistencia a la ruptura en los cables fpu = 1,723.36 Mpa
fpy = 0.9 x fpu 1,551.02 Mpa
nmero de cables (n1)= 2.00
nmero de cordones por cable (n2) = 12.00
Aps = n1 x n2 x aps = 22.30 cm2
r eesfuerzo en e l momen to de la t rans fe renc ia fpu i = Pi / Aps
fpui = Pi / Aps = 1,134.53 Mpa
El esfuerzo admisible a verificar es:
0.82 fpy = 1,271.84 Mpa
Este esfuerzo admisible no debe exceder :
0.74 fpu = 1,275.29 Mpa
0.82fpy > fpui OK
8.4.- Seguridad a la fisu racin : Mn > 1.20 McrMomento de fisuracin Mcr = Si (fr + fpe)
fr = 0.62 f'c = 3.67 Mpa
Mdulo de la seccin en la fibra inferior Si = 82,040.00 cm3
Esfuerzo estable de preesforzado fpe = 179.44 Kg/cm2
1.20 Mcr = 2,127.86 KN-m
Mn = 2,450.00 KN-m
Mn > 1.20 Mcr OK
-17.32
156.06
0
0.1
0.2
0.3
0.4
0.5
0.6
0.7
0.8
0.9
1
Y
(m)
ESF (Kg/cm2)
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M CALCULO
fpy/fpu = 0.90
p = 0.28Ne = 215,050.00 Kg
Aps = 22.30 cm2
fse = N/Aps = 964.35 Mpa
0.5fpu = 861.68 Mpa
fse > 0.5 fpu aplic ar ecuacin 19.6
1 = 0.8
dp = 920 mm
b = 650 mm
0.0037f'c= 35 Mpa
fps = 1,613.47 Mpa
Clculo de la resistencia nominal :
h ala = 14.00 cm
suponiendo que es menor que h, Alt ura del bloque
de esfuerzos "a" = 18.61 cm,
como a es mayor que h se
encuentra en el alma, bloque
de compresiones no es
rectangular
Clculo de a: b=
650.00
h= 140.00 140.00
h1= 40.00 40.00
150.00
A1 = 150.00 a
A2 = 35,000.00 mm2
A3 = 35,000.00 mm2
A4 = 5,000.00 mm2
A5 = 5,000.00 mm2
Aps = 2,230.00 mm2
fps = 1,613.47 Mpa
f'c = 35.00 Mpa
a = 272.95 mm
At = 120,942.50 mm2
Esfuerzo de Traccin T = Aps.fps = 3,598.04 KN
lo repartimos proporcional a cada rea
F1 = 1,218.04 KN
F2,3 = 2,082.50 KN
F4,5 = 297.50 KNd1 = dp - a/2 = 783.525 mm
d2 = dp - h/2 = 850.00 mm
d3 = dp - h -h1/3 766.67 mm
Mn = 2,657.32 KN-m
Mu = 2,334.95 KN-m
OK, Mn > Mu
Area1
Area 3 Area2
Area 4 Area 5
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M CALCULO
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