1. PUENTE CARROZABLE CHOQUEPATA SEGÚN MANUAL DE DISEÑO DE PUENTES - DGCF
LUZ DEL PUENTE ( L=>mts.) 16.5 Aprobado con Resolucion Directoral Nº 19-2018-MTC/14 del 20 Diciembre 2018
PREDIMENSIONAMIENTO :
VIGAS PRINCIPALES
Peralte
1 er Criterio
h = L/12 = 1.4 h promedio = (L/12+L/15)/2 = 1.2375
h = L/15 = 1.1
2do Criterio
h = 0.07*L = 1.16
SE ADOPTARA h = 1.20
Ancho
b = h/3 = 0.40 SE ADOPTARA b = 0.50
No DE VIGAS= 4
VIGAS DIAFRAGMA SEPARACION DE DIAGRAGMAS L/3 < 18.288 m
h' = 2/3*h = 0.80 SE ADOPTARA h' = 0.80 Sd = 5.50
b' = 1/2*b = 0.25 SE ADOPTARA b' = 0.25 Adoptado : Sd1 = 8.25
Sd2 = 8.25
1.4 0.4 7.3 0.4 1.4
0.8
0.1
0.20
0.60
1
1.15 0.5 2.2 0.5 2.2 0.5 1.15
2.7 S = 2.7
S (espaciamiento de vigas de eje a eje) = 2.70 m
t (espesor de losa en metros) ADOPTADO= 0.2 m
S 1.8 2.1 2.4 2.7 3 4 4.5
t 0.16 0.165 0.18 0.19 0.20 0.22 0.25 t mín = 0.10+S'/30 = 0.17 m
ANALISIS DE VIGAS
DETERMINACION DE CARGAS PERMANENTES EN VIGAS Y DIAFRAGMAS
a) VIGA INTERIOR
Asfalto = 270.00 Kg/m 1.0
Losa = 1296.00 Kg/m
Viga = 1200.00 Kg/m
Σ WD = 2766.00 Kg/m
b) VIGA EXTERIOR
Asfalto = 95.00 Kg/m 1
Losa = 1320.00 Kg/m
Viga = 1200.00 Kg/m
Separador 478.80 Kg/m +
Σ WD = 3093.80 Kg/m 1.15 0.5 2.2 0.25
2.7
c) Peso propio de diafragma por ancho de viga
1.15
V I G A P R I N C I P A L
1.6 3.15
V I G A P R I N C I P A L 2.7
V I G A P R I N C I P A L
4.3
V I G A P R I N C I P A L
1.15
8.25 8.3
Viga Interior = 1296 Kg = 1.296 Ton
Viga Exterior = 768 Kg = 0.768 Ton
CL
DIAFRAGMA
DIAFRAGMA
DIAFRAGMA

2. MOMENTOS DEBIDOS A PESO PESO PROPIO,SOBRECARGA E IMPACTO EN VIGAS EXTERIOR E INTERIOR
Momento por peso propio en Viga Interior
1.296 Ton 1.296 Ton 2.766 Tn/m 1.296 Ton
A 8.25 8.25 B
Al estar simetricamente cargada, las reacciones son iguales :
RA = 24.76 Ton = RB
Ecuaciones de Momentos :
Mx = 23.468 X - 1.383 X2
para 0 <= X < 8.25
Mx = 22.172 X + 10.692 - 1.383 X2
para 8.25 < = X < 16.50
Calculando los momentos generados
Seccion (m) MD (Ton-m)
X = 0
X = 0.000
X = 0.00 0.000
X = 2.50 50.025
X = 5.00 82.763
X = 7.53 98.302
X = 8.25 99.476
X = 14.00 50.025
El máximo momento se produce en X = 8.25 MD = 99.476 Ton - m
Momento por peso propio en Viga Exterior
0.768 Ton 0.768 Ton 3.094 Ton/m 0.768 Ton
A 8.25 8.25 B
RA = 27.05985
Ecuaciones de momento :
Mx = 26.292 X - 1.5469 X2
para 0 <= X < 8.25
Mx = 25.524 X + 6.336 - 1.5469 X2
para 8.25 < = X < 16.50
Calculando los momentos :
Seccion (m) MD (Ton-m)
X = 0
X = 0.000
X = 0.00 0.000
X = 2.50 56.062
X = 5.00 92.787
X = 7.53 110.277
X = 8.25 111.622
X = 14.00 60.478
El máximo momento se produce en X = 8.25 MD = 111.622 Ton - m
MOMENTOS POR SOBRECARGA EQUIVALENTE
X
9 Ton 0.96 Ton/m
16.5
A
SECCION A MOMENTO POR VIA MOMENTO POR VIGA
m Ton-m Ton/m
X = 0.00 0.000 0.00 0.00
X = 0.00 0.000 0.00 0.00
X = 0.00 0.000 0.00 0.00
X = 2.50 2.121 35.89 17.95
X = 5.00 3.485 58.96 29.48
X = 7.53 4.094 69.27 34.63
X = 8.25 4.125 69.80 34.90
MOMENTOS DEBIDOS AL TREN DE CARGAS HL-93 AASHTO
El momento máximo se produce a la distancia X del Centro de Luz :
4.3 4.3
CL
32.67 Σ MS1 = 93.654 = 32.67 X
3.63 14.52 14.52 2.866667 = X
X X
Luego : (4.3-2.8)/2 = 0.7
S1
Luego podemos concluir que el momento máximo ocurre a 0.70 m del centro de luz
0
50
100
150
0.00 2.50 5.00 7.50 10.00 12.50 15.00
Momento
por
Carga
Muerta
MD
Secciones X
GRAFICO DE MOMENTOS
MD VS. X
0
50
100
150
200
0.00 2.00 4.00 6.00 8.00 10.00 12.00 14.00 16.00
Momentos
por
Carga
Muerta
MD
Seccion X
GRAFICO DE MOMENTOS
MD VS X

3. X
14.51 14.51 3.63 3.63 14.51 14.51
X 4.3 4.3 L-X-4.8 4.3 3.6 L-X-4.8
0.7
A B A B
para X < 10 m para 10 < X <= 11
SECCION M s/c x Vía M s/c x Vía VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR
(m) L.I.C. A B Ton - m Ton - m M s/c (Ton-m) M s/c (Ton-m)
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 2.50 2.121 1.485 0.818 55.294 36.863 54.409 40.958
X = 5.00 3.485 0.488 2.182 83.994 55.996 82.650 62.218
X = 7.53 4.094 1.757 2.131 96.696 64.464 95.149 71.627
X = 8.25 4.125 1.975 1.975 95.680 63.787 94.149 70.874
Coeficiente de Concentracion de Cargas
127.255
a) En Viga Interior b) En Viga exterior
Cc = S/6 S = Distancia entre ejes de vigas, en pies
Cc = 1.476 0.6 1.8 0.6
Cc = 1.111
2.70
MOMENTO POR IMPACTO
I = ( 15.24/(L+38) ) < 0.3
I = 0.280 < 0.3 BIEN
MOMENTOS POR IMPACTO asumimos:I= 0.33
SECCION VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR
m M s/c (Ton-m) M s/c (Ton-m)
X = 0.00 0.000 0.000
X = 0.00 0.000 0.000 Diseñando por Servicio, el momento Final será :
X = 0.00 0.000 0.000 M servicio = MD+ML+Mi
X = 2.50 17.955 13.516
X = 5.00 27.275 20.532 Diseñando por Rotura el momento Final será :
X = 7.53 31.399 23.637 M rotura =1.05(1.25MD+1.75(ML+MI))
X = 8.25 31.069 23.389
Finalmente obtenemos los siguientes valores :
EN VIGA INTERIOR
SECCION MD ML MI M servicio M Rotura
m Ton-m Ton-m Ton-m Ton-m Ton-m
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 2.50 50.025 54.409 17.955 122.389 198.627
X = 5.00 82.763 82.650 27.275 192.688 310.613
X = 7.53 98.302 95.149 31.399 224.850 361.553
X = 8.25 99.476 94.149 31.069 224.695 360.652
EN VIGA EXTERIOR
SECCION MD ML MI M servicio M Rotura
m Ton-m Ton-m Ton-m Ton-m Ton-m
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 0.00 0.000 0.000 0.000 0.000 0.000
X = 2.50 56.062 40.958 13.516 110.536 173.678
X = 5.00 92.787 62.218 20.532 175.537 273.836
X = 7.53 110.277 71.627 23.637 205.540 319.785
X = 8.25 111.622 70.874 23.389 205.885 319.712
CALCULO DE CORTANTES EN VIGAS
Cortantes debidos a peso propio en viga Interior SECCION VD
m Ton
1.296 Ton 1.296 Ton 1.296 Ton X = 0.00 23.468
2.766 Ton/m X = 0.00 23.468
X = 0.00 23.468
X = 2.50 16.553
X = 5.00 9.638
8.25 8.3 X = 7.53 2.630
RA= 24.7635 X = 8.25 -0.648
Ecuaciones de Cortantes:
Vx = 23.468 - 2.766 X Para 0 < X < 8.25
Vx = 22.172 - 2.766 X Para 8.25 <= X < 16.50 0.35 22.499
Cortantes debidos a peso propio en viga Exterior
0.768 Ton 0.768 Ton 0.768 Ton
3.094 Ton/m SECCION VD
m Ton
X = 0.00 25.908
X = 0.00 25.908
8.25 8.3 X = 0.00 25.908
RA = 26.67585 X = 2.50 18.173
Ecuaciones de Cortantes : X = 5.00 10.439
Vx = 25.908 - 3.094 X Para 0 < X < 8.25 X = 7.53 2.601
Vx = 25.14 - 3.094 X Para 8.25 <= X < 16.50 X = 8.25 -0.384
0.35 24.825
LIC
LIC

4. Cortantes por Sobrecarga Equivalente :
13 Ton 0.96 Ton/m
X
A
B
CORTANTES POR VIA CORTANTES POR VIGA
SECCION A B V máx V mín V máx V mín
m Ton Ton Ton Ton
X = 0.00 1.00 0.00 20.920 0.000 10.460 0.000
X = 2.50 0.85 0.15 16.732 -2.152 8.366 -1.076
X = 5.00 0.70 0.30 12.908 -4.667 6.454 -2.333
X = 7.53 0.54 0.46 9.404 -7.586 4.702 -3.793
X = 7.50 0.55 0.45 9.447 -7.545 4.724 -3.773
X = 10.00 0.39 0.61 6.350 -10.788 3.175 -5.394
X = 12.50 0.24 0.76 3.617 -14.394 1.808 -7.197
X = 15.00 0.09 0.91 1.247 -18.364 0.624 -9.182
Cortantes Máximas debidos al tren de cargas HL-93
4.3 4.3
14.51 14.51 3.63
X
A B C
D
CORTANTES POR VIA CORTANTES POR VIGA
SECCION A B C D E F V máx V mín V máx V mín
m Ton Ton Ton Ton
X = 0.00 1.000 0.739 0.479 0.000 0.000 0.000 26.977 0.000 13.488 0.000
X =
X = 0.00 1.000 0.739 0.479 0.000 0.000 0.000 26.977 0.000 13.488 0.000
X = 2.50 0.848 0.588 0.327 0.000 0.000 0.152 22.030 -2.198 11.015 -1.099
X = 5.00 0.697 0.436 0.176 0.000 0.042 0.303 17.083 -5.013 8.541 -2.506
CL-0.7 X = 7.53 0.543 0.283 0.022 0.000 0.196 0.457 12.070 -9.468 6.035 -4.734
X = 7.50 0.545 0.285 0.024 0.000 0.194 0.455 12.136 -9.410 6.068 -4.705
X = 10.00 0.394 0.133 0.000 0.085 0.345 0.606 7.651 -14.114 3.825 -7.057
X = 12.50 0.242 0.000 0.000 0.236 0.497 0.758 3.518 -19.061 1.759 -9.531
X = 15.00 0.091 0.000 0.000 0.388 0.648 0.909 1.319 -24.008 0.660 -12.004
X =
X =
Las cortantes máximas se producen debido al tren de cargas HL-93
Cortanes Ultimas por vigas: Por Servicio : V = VD + VL + VI
Por Rotura : V = 1.05(1.25VD+1.75(VL+VI))
SECCION VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR
m VD VD VL VL VI VI
Ton Ton V máx V mín V máx V mín V máx V mín V máx V mín
Ton Ton Ton Ton Ton Ton Ton Ton
X = 0.00 23.468 25.908 19.909 0.000 14.987 0.000 5.567 0.000 4.191 0.000
X = 2.50 16.553 18.173 16.258 -1.622 12.239 -1.221 4.546 -0.454 3.422 -0.342
X = 5.00 9.638 10.439 12.607 -3.699 9.490 -2.785 3.525 -1.034 2.654 -0.779
CL-0.7 X = 7.53 2.630 2.601 8.907 -6.987 6.705 -5.260 2.491 -1.954 1.875 -1.471
X = 7.50 2.723 2.704 8.956 -6.944 6.742 -5.228 2.504 -1.942 1.885 -1.462
X = 10.00 -5.489 -5.798 5.646 -10.416 4.250 -7.841 1.579 -2.913 1.189 -2.193
X = 12.50 -16.553 -13.533 2.669 -14.067 1.954 -10.590 0.746 -3.934 0.546 -2.961
X = 15.00 -23.468 -25.908 0.973 -17.718 0.733 -13.338 0.272 -4.955 0.205 -3.730
X =
X =
0.35 22.499 24.825 19.398 14.602 5.424 4.083
CORTANTES POR SERVICIO CORTANTES POR ROTURA
SECCION VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR
m V máx V mín V máx V mín V máx V mín V máx V mín
Ton Ton Ton Ton Ton Ton Ton Ton
X = 0.00 48.943 23.468 45.086 25.908 85.816 30.508 75.315 33.680
X = 2.50 37.357 14.476 33.834 16.610 66.684 17.011 57.625 20.232
X = 5.00 25.770 4.904 22.583 6.875 47.552 2.252 39.936 5.834
CL-0.7 X = 7.53 14.029 -6.311 11.182 -4.130 28.165 -15.992 22.010 -11.231
X = 8.25 14.183 -6.164 11.332 -3.985 28.420 -15.752 22.246 -11.007
DISEÑO DE VIGAS POR METODO A LA ROTURA
Determinación del Ancho Colaborante
1) be = Luz/4 = 4.125
2) be = bw + 12t = 2.9 Se asumirá el menor valor = 2.7 b = 2.7
3) be = bw + 2(s'/2) = 2.7 0.2 E.N.
f'c = 280
fy = 4200 bw = 0.5

5. Verificación de su comportamiento
a) En Viga Interior : Profundidad del bloque de tensiones equivalente = 0.2
3
As = Mu/(Øfy(d-a/2)) = 88.104 cm 2
ρ = As/bd = 0.0030784
a = ρ*fy*d/0.85f'c = 5.758 d= 1.06
V. Interior
Luego : 5.758 < 20 VIGA RECTANGULAR ° ° ° ° ° ° ° ° 1.10 V. Exterior
° ° ° ° ° ° ° °
° ° ° ° ° ° ° °
b) En Viga Exterior : Profundidad del bloque de tensiones equivalente = 0.2
As = Mu/(C519fy(d-a/2)) = 89.555
ρ = As/bd = 0.00301532
a = ρ*fy*d/0.85f'c = 5.853
Luego : 5.853 < 20.0 VIGA RECTANGULAR
Verificación del Peralte por Flexión :
fc = 0.4f'c = 112 Es = 2100000 Kg/cm
fs = 0.4*fy = 1680 Ec = 250998.008 Kg/cm
r = fs/fc = 15
n = Es/Ec = 8
k = n/(n+r) = 0.348
j = 1- k/3 = 0.884
a) En Viga Interior
d = 69.51835 < 106.00 BIEN!!
b) En Viga Exterior
d = 66.54 < 110.00 BIEN!!
CÁLCULO DEL ACERO PRINCIPAL: METODO DE ROTURA
a) Viga Interior
SECCION M Actuante w ρ 75% ρb As Armadura
m Ton-m cm2 Asumiendo Ø 1"
X = 0.00 0.000 0.00000 0.00000 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 0.00 0.000 0.00000 0.00000 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 0.00 0.000 0.00000 0.00000 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 2.50 198.627 0.02639 0.00176 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 5.00 310.613 0.04165 0.00278 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 7.53 361.553 0.04869 0.00325 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 8.25 360.652 0.04856 0.00324 < 0.02125 95.40 19 Varillas
120.518 0.01591 0.00106 < 0.02125 30.36 6 Varillas
6.3 6.33
B 6 6.00
5 7 7
A 7 var 1" 7 var 1"
2.5 var 5/8" 2.5 var 5/8"
2.5 var 5/8" 2.5 var 5/8"
5 var 1" 5 var 1"
B 7 var 1" 7 var 1"
7 var 1" 7 var 1"
6 corte corte
A B-B A-A
b) Viga Exterior
SECCION M Actuante w ρ 75% ρb As Armadura
m Ton-m cm2 Asumiendo Ø 1"
X = 0.00 0.000 0.00000 0.00000 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 0.00 0.000 0.00000 0.00000 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 0.00 0.000 0.00000 0.00000 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 2.50 173.678 0.02303 0.00154 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 5.00 273.836 0.03661 0.00244 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 7.53 319.785 0.04291 0.00286 < 0.02125 95.40 19 Varillas
X = 8.25 319.712 0.04290 0.00286 < 0.02125 95.40 19 Varillas
106.571 0.01406 0.00094 < 0.02125 26.81916 5 Varillas
6.3 6.33
6 6.00
7 7
A B
7 var 1" 7 var 1"
2.5 var 5/8" 2.5 var 5/8"
2.5 var 5/8"
2.5 var 5/8" 2.5 var 5/8"
5 var 1" 5 var 1"
5 var 1" 7 var 1"
7 var 1" 7 var 1"
A B corte corte
B-B A-A
Refuerzo Mínimo en Compresión
SECCION As ARMADURA db 1"
m cm2 Asumiendo Ø 3/4"
X = 0.00 17.67 5 Varillas 5.08
X = 0.00 17.67 5 Varillas
X = 0.00 17.67 5 Varillas
X = 2.50 17.67 5 Varillas
<
<
b
j
k
fc
M
d
*
*
*
2


6. X = 5.00 17.67 5 Varillas
X = 7.53 17.67 5 Varillas
X = 8.25 17.67 5 Varillas
Verificación del peralte efectivo por cortante y adherencia
Cortantes en la cara del apoyo
t =
0.2
VIGA INTERIOR VIGA EXTERIOR
VD = 22.499 24.825 1.2
VL = 19.398 14.602 0.25
VI = 5.424 4.083
V = 47.321 Ton 43.511 Ton 0.35
0.35
Por Tensión Cortante Nominal : v =V/(bwjd) <=0.075f'c
Viga Interior Viga Exterior
dmín = V/(bwj0.075f'c) = 50.978 < 106.00 BIEN!! 46.873 < 106 BIEN!!
Por adherencia :
a) Para refuerzo en trancción : u = (6.4√f'c)/db <= 56 Kg/cm2
b) Para refuerzo en compresión u = (4.5√f'c)/db <= 39 Kg/cm2
En viga Interior : u =Vu/(ØvΣojd) = 7.621 < 21.0812 BIEN!!
En viga Exterior : u =Vu/(ØvΣojd) = 6.688 < 21.0812 BIEN!!
Verificación por Fatiga en Servicio Ma= 93.914
Viga Interior :
fs máx = Ma/(Asjd) = 1050.498 Kg/cm2 ∆f = fsmáx-fsmín = -62.220 Kg/cm2
fs mín = Mmin/(Asjd) = 1112.718 Kg/cm2 Asumir (r/h) = 0.3
El valor admisible es : Ff = 145 - 0.33fmín + 551,2(r/h) = 1268.163 Kg/cm2
La condición a verificar es: Ff > ∆f
1268.163 > -62.22 BIEN!!
Viga Exterior : Ma= 70.697
fs máx = Ma/(Asjd) = 790.800 Kg/cm2 ∆f = fsmáx-fsmín = -442.731 Kg/cm2
fs mín = Mmin/(Asjd) = 1233.530 Kg/cm2
El valor admisible es : Ff = 145 - 0.33fmín + 551,2(r/h) = 1228.295 Kg/cm2
La condición a verificar es: Ff > ∆f
1228.295 > -442.73 BIEN!!
Verificación por Agrietamiento (Para condiciones severas de exposición)
= 2527.12834 Kg/cm2 Z = 30000 Kg/cm2 (Condiciones moderadas de exposición)
Z = 23000 Kg/cm2 (Condiciones severas de exposición)
fs máx actuante = Ma/(Asjd)= 1050.49822 Kg/cm2
1050.498 < 2527.12834 BIEN!!
Diseño se Estribos
vu = Vu/(Øbd) = 3.096 75.315 Ton
Vcº = Ø*(0,5*(f´c)^0,5+175*p*Vu*d/Mu = 1.062 39.953 Ton
Vacero = 2.034 35.362 Ton
S = Av*fy*b/Vacero = 15 cm (Asumiendo Ø 1/2")
Se usará: 1/2" @ 15 cm
ANALISIS DE LOSA
LOSA ZONA INTERIOR
MOMENTO POR PESO PROPIO (MD)
METRADO DE CARGAS DIAGRAMA MOMENTOS POR PESO PROPIO
Peso propio= 480 Kg/m
Asfalto= 100 Kg/m 0.281 0.281 0.281
w= 580 Kg/m
Los momentos en la losa se calcularán con el sgte coeficiente: LOSA
Md = WD*S'2
/10 S' = Luz entre vigas
Luz entre vigas = 2.2
0.281 0.281 0.281
MD= 0.281 Ton-m
MOMENTO POR SOBRECARGA ( ML ) DIAGRAMA MOMENTOS POR SOBRE CARGA
1.708 1.708 1.708
ML=(S'+0.61)P/9.74
ML = 2.135
MOMENTO POSITIVO ML(+)= 1.708
MOMENTO NEGATIVO ML(-)= 1.921
1.921 1.921
MOMENTO DE IMPACTO (MI)
I=15.24/(S'+38) = 0.379 < 0.30 DIAGRAMA MOMENTOS POR IMPACTO
I = 0.3 0.564 0.564 0.564
asum. I = 0.33
MOMENTO POSITIVO MI(+)= 0.564
MOMENTO NEGATIVO MI(-)= 0.634
DISEÑO POR METODO A LA ROTURA 0.634 0.634 0.634
MU( + ) = 0.95(1.25*MD+1.75*( ML+MI ) ) = 4.33 Ton-m
3 dcA
Z
fsmáx 
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA

7. MU( - ) = 0.95( 1.25*MD+1.75*( ML+MI ) ) = 4.82 Ton-m
RESISTENCIA I : Combinacion basica de carga relacionada con el uso vehicular normal sin considerar el viento
LOSA ZONA EXTERIOR
MOMENTO POR PESO PROPIO (MD) RESPECTO A SECCION X-X 0.8
0.1
Momento de losa = 317.40 Kg - m 0.2
Momento de asfalto = 66.13 Kg - m
Momento de baranda = 115.00 Kg - m
MD = 498.53 Kg - m 1.15
MD = 0.499 Ton - m por metro de ancho de losa
MOMENTO DEBIDO A SOBRECARGA (ML)
P = 0.3 Ton
Ancho Efectivo : E = 0.8X + 1.143 = 1.823 m
ML = PX/E = 0.14 Ton-m por metro de ancho de losa
MOMENTO POR IMPACTO (MI) X =
0.3 0.85
MI = 0.046 Ton-m por metro de ancho de losa
LOSA ZONA INTERIOR LOSA ZONA EXTERIOR
MD ML MI M servicio M Rotura MD ML MI M servicio M Rotura
M(+) 0.281 1.708 0.564 2.552 4.326
M(-) 0.281 1.921 0.634 2.836 4.823 0.499 0.140 0.046 0.685 1.053
Verificación del peralte por servicio :
Asumiendo varillas de Ø5/8", el peralte actuante es: 16.71 cm
En Zona Interior d = 12.834 < 16.71 BIEN!! Peralte de Diseño : 16.71
En Zona Exterior d = 6.308 < 16.71 BIEN!!
SECCION M Actuante w ρ < 75% ρb As Armadura Esapaciamiento
Ton-m cm2 Asumiendo Ø 5/8" S
zona interior (M+) 4.823 0.07155 0.00477 < 0.02125 7.97 4 Varillas 24.84
zona exterior (M-) 1.053 0.01510 0.00101 < 0.02125 1.68 1 Varillas 118
Se asumirá el acero calculado para el mayor momento: Ø 5/8" @ 24.84 cm
Acero de Temeperatura = 0.0018*b*d Armadura de Reparto =% Asp = <
67% Ap
Acero de Temeperatura máximo = 2.64 cm2 (Art. 1.5.12 AASHO)
As Temperatura Area de varilla Armadura Espaciamento Armadura de Reparto Area de varilla Armadura Espaciamiento
cm2 asumida (Ø 3/8") S (cm) cm2 asumida (Ø 1/2") S (cm)
Losa 2.64 0.71 4 27 3.767 1.27 3 34
VAR, 1/2" @ 27 cm
VAR, 1/2" @ 34 cm VAR, 5/8" @ 25 cm
VAR, 5/8" @ 25 cm
Losa en Zona Enterior
VAR, 1/2" @ 25 cm
DISEÑO DE VIGAS DIAFRAGMA
MOMENTO POR PESO PROPIO
METRADOS
Asfalto = 0.83 7.80 7.80 7.80 7.80
losa = 3.96
Ppropio viga d.= 0.36
WD= 5.15 t/m
WL= 8.25 t/m
6.83 6.83 6.83
WU= 22.57 t/m 2.2 2.2 2.2
Mu(-)= 6.827 ton-m
Mu(+)= 7.802 ton-m
b = 25 cm
b
j
k
fc
M
d
*
*
*
2

'
121
S
VIGA
VIGA
VIGA
VIGA

8. d = 72 cm
MOMENTO POR SOBRECARGA E IMPACTO ( S/C ) + I impacto
P = 0.4 (s/c + Impacto)
M s/c = P * b = 0.27 Ton - m 16,000 Klb+0.3%
1.35 1.35
0.68 ´=b
1.35 1.35
DISEÑO POR METODO A LA ROTURA
MOMENTO M Actuante w ρ < 75% ρb As Armadura Acero Armadura
Ton-m cm2 Asumiendo Ø 5/8" Lateral Asum. Ø 1/2"
M(+) 7.802 0.02423 0.00162 < 0.02125 6.00 3 Varillas 0.6 0.47
M(-) 6.827 0.02117 0.00141 < 0.02125 6.00 3 Varillas 0.6 0.47
MOMENTO M Actuante w ρ As Armadura Acero Armadura
Ton-m cm2 Asumiendo Ø 3/4" Lateral Asum. Ø 1/2"
Sobrecarga 6.00 2 Varillas 0.6 0.47
Se usará acero de Ø 5/8"
3
Verificación de su Comportamiento :
As = Mu/(Øfy(d-a/2)) = 0.030 cm 2
ρ = As/bd = 1.659E-05 d= 69.21
a = ρ*fy*d/0.85f'c = 1652.785
#¡REF!
Luego : 1652.785 > 69.21 VIGA T
° ° ° ° ° ° ° °
Verificación del peralte por servicio :
Asumiendo varillas de Ø5/8", el peralte actuante es: 69.21 cm
d = 42.571 < 69.21 BIEN!!
0.02140 0.00143
6.903
b
j
k
fc
M
d
*
*
*
2

L/2