1. ΔΡΤΦ DENIS R TRAÑA FONSECA
ING. CONSULTOR
MEMORIA DE CALCULO ESTRUCTURAL
PROYECTO: PUENTE VEHICULAR DE ACCESO
LUGAR5: CIUDAD DE LEON- DEPARTAMENTO DE LEON
FECHA: 13 DE AGOSTO DE 2012

2. ΔΡΤΦ DENIS R TRAÑA FONSECA
ING. CONSULTOR
DISEÑO DE AMPLIACION DE PUENTE EL GIGANTE
LUGAR : LEON
FECHA: 13 DE AGOSTO DE 2012
I DESCRIPCION DEL PROYECTO
El proyecto consiste en la construccion de un puente ubicado en el pista de circunvalacion
en la ciudad de Leon Departamento de Leon.
El puente a construir tendra una longitud de 2,60 metros con un ancho de 14,30 metros, la
estructura del puen es de estructura metalica , apoyada en pedestales y vigas de concreto,
la fundacion sera zapatas aisladas de concreton reforzado.
La altura del puente es de 90 cms hasta el nivel inferior del canal trapezoidal.
El puente tiene bordilo de impacto a cada lado, ademas de barandal metalico.
Para el diseño de los diferentes elementos estructurales del apuente se aplicaron criterios y
recomendaciones de la AASHTO, maniual del aci05, AISC 05
2 CONSIDERACIONES DE DISEÑO
Luz libre: 2,60 m
Ancho total: 14,30 m
Ancho util; 14,00 m
Resistencia del acero: 2810 Kg/cm2
Módulo de elasticidad del acero: Es = 21000000 Kg/cm2
Capacidad soporte del suelo: 1,5 kg/cm²
3 MOMENTOS Y CARGAS APLICADAS
a Carga muerta
Peso del acero Wa: 37,5 kg/m
Peso de bordillo: 15,00 kg/m
Peso de barandal: 10,00 kg/m
Total carga muerta: 62,50 kg/m
Momentom = WL²/10
Mm : 62,5*2,6²/10 = 42,25 kg-m
b Carga viva
La carga viva aplicadas seran las recomendadas por la ASHTO T3-S3
con un peso total de 46 toneladas
El momento de carga viva sera:
Mv = 0,8S(S+2)P/32
S= separacion entre vigas (pies)
P = peso del camion en libras
Ancho donde sereporta las cargas de la ruedas
E = 4+ 0,065S
S = 1,80 m = 5,90 pies
E = 4+0,065*5,90 = 4,38 pies
Cargas por carril se distribuyen en un ancho de 2E = 8,76 pies
Carga por rueda frontal = 4/5,90 = 0,67 k/pie = 551 kg/m
Carga por rueda rasera = 16/5,90*2 = 1,35 k/pie = 2011 kg/m

3. Eje 1 P = 6,5/2 = 3,25 T
Eje 2 P = 9,75*2/2 = 9,75 T
Eje3 P = 7,5*3/2 = 11,25 T
La carga a utilizar ser ala del eje 3P = 11,25T = 24750 lbs
S = 1,80 m = 5,90 pies donde soportan las ruedas
Mv = 0,8S(S+2)P/32 = 0,80 (5,90+2)*24750/32 4888,00 lb-pie = 678,00 kg-m
Momento por Impacto : I = 15/(L+38)≤0,30
I = 15/(1,80+38) = 0,37 > 0,30 usar I = 0,30
Mu = 1,4Mm +1,7( Mv*I) = 1,4*42,25 +1,7( 678*1,3) =
Mu = 1542,25 kg-m
4 CALCULO DE CAPACIDAD DE CARGA DE PEDESTALES
P-1 P-1
2,60
VM-1
C D
P-1 P-1
1,20
A B
2,60

4. Clasificacion estructural
Grupo B
Tipo de suelo II
Zona sismica : C - Leon
Coeficiente sismico Cc
Cc = 0,47
Se analizara el marco por medio del manual de
Porticos y arcos "Valerian Leontovich "
Secciones propuestas
P-1 0,30*0,30 Ix = 67500 cm4 Ax = 900 cm²
4
VL 6"x 6" x 1/4" Ix = 1322 cm Ax = 37,10 cm²
Separación 2,80 m
CALCULO DE CARGAS APLICADAS
Carga vertical uniformemente distribuida
Carga Muerta 62,50 kg/m
Carga viva 2011,00 kg/m
Carga total = 2073,50 kg/m
Carga horizontal ( sismo)
F = 2073,5*2,6*0.47= 2533,80 kg
CALCULO DE CONSTANTES DE LA ESTRUCTURA
Ø = IcL/IvH =
Ø = 67500*2,60/1322*1,2 = 110,62
D = 2 ( 1+ 6/Ø)
D = 2 ( 1+6/110,62) = 2,10
F =( 6(2+1/Ø )
F = 6 ( 2+1/110,62) = 12,05
ANALISIS POR CARGA VERTICAL UNIFORMEMENTE DISTRIBUIDA
C W = 2073,50 kg/m
D
A Ma B
Ha Ma
Hb
Va Vb
Calculo de momentos
Ma =Mb = WL/2F : 2073,5*2,6*2,6/2*12,05 = 581,61 kg-m
Mc =Md = -WL/F : -2073,50*2,60*2,60/12,05= 1163,22 kg-m
Calculo de cortantes
Ha = Hb = 3 Ma/h = 3 x 581,61/1,2 = 876.80 kg 1454,02 kg
Calculo de normales
Va = VB = WL/2 = 2073,5x 2,60/2/ = 893.54 2695,60 kg

5. ANALISIS POR CARGA HORIZONTAL ( SISMO)
F = 2533,80 kg
C D
H B
A H
VV V
Calculo de constante K = 3/DØ = 3/2,10*110,62= 0.012
Ma = -Mb = Fh(0.5-k) = 2533,80x 1,2²x 0.498= 1787,8 kg-m
Mc = Md = Fshk = 2533,80 x 1,2² x0.012= 43,80 kg-m
Ha =- Fs /2=: 2533,80/2 = -Hb 1266,90 kg
Calculo de normales
Vb = 2 x 2533,80 x1,2 x 0.47/2,6= 1099,2 kg
Va = -Vb = -1099,20 kg
Tabla de esfuerzos
Carga W Carga por sismo
Esfuerzo c1 c2
Ma 581,61 1787,80
Mb 581,61 -1787,80
Mc 1163,22 43,78
Md -1163,22 43,78
Ha 1454,02 -1266,90
Hb 1454,02 1266,90
Va 2695,60 -1183,59
Vb 2695,60 1183,59
W + 0.71 sismo
c3
Ma 1850,95
Mb -759,24
Mc 1196,06
Md -1130,39
Ha 503,85
Hb 2404,20
Va 1807,91
Vb 3583,29

6. DISEÑO DE PEDESTAL
Seccion de 0,30 x 0,30, 6 No 4, estribos No2 @0,10 m
Mc : 3575,00 kg-m
Mv : 1542,00 kg-m
Lp : 120,00
Lv : 260,00
Ec: 2100000
4
Iv: 1322,00 cm ###
4
Ip = 67500,00 cm
Rigidez de viga : Kv = Ec*Iv/Lv: 5,08
Rigidez del pedestal Kp = Ec Ip/Lp 562,5
(Kp+kv )= 567,58
Acero de refuerzo As:
Profundidad del bloque de compresion
area de acero As : 6 No 4 3,81 cm²
d= 27 cm Fy = 2800 kg/cm²
O= 0,85
b= 30 F'c = 210 kg/cm²
a = As Fy/(0.85/210/b) = 1,99 cm
jd = d-a/2 = 27-1,992 26,00 cm
Momento ultimo resistente Mu = As*Fy*0.9*jd/100 =
M= 2496,31 kg-m OK
ZAPATAS Z-1
1- DATOS GENERALES
Capacidad soporte de suelo
q= 1,50 kg/cm²
La = 2,80 m
Lb = 2,80 m
L= 5,60 m
Lp = 1,00 m
Separacion de piso m
Altura de pared m
Ancho de zapata A m
Largo de zapata B m
Peralte de zapata d m
2- ESFUERZOS APLICADOS
Fy 2800,00 kg/m²
f`c 210,00 kg/m²
Peso del suelo 1600,00 kg/m³
Wc del concreto 2400,00 kg/m³
Peso de pared: 240,00 kg/m²
3- CARGAS APLICADAS
Normal 3583,29 kg
Normal de suelo
1600*0,90*0,9*1 1296,00 kg

7. Normal de zapata
2400*0,90*0,9*0,25 0,00 kg
Normal total Nt = 4879,29 kg
Momento aplicado Ma = 1850,00 kg-m
4- CALCULO DE RIGIDECEZ
a
b
Lp
Ka = 0,80EI/La 0,29 EI
Kb = 0,80EI/Lb 0,29 EI
Kp = 4EI/Lp 4,00 EI
Knudo = 4,57 EI
F actor de distribucion Kn/Kp = 4.80EI/4,00EI 1,145
Factor de transporte hacia apoyo
del pedestal y zapata Ft =0,5*1.14 0,57
Momento sobre zapata = 0.57 del momento de la base de la columna
Mz = Ft*Ma = 0,57*1850 1054.50 kg-m
Excenticidad de la carga e = M*100/N 21,61 cm
L/6 = 15,00 cm
La normal cae fuera del nucleo central
x= L/2 -e = 23,39 cm
OK
Capacidad soporte del suelo qu
3x = 70,17 cm
q= 2N/(B*3x ) 1,20 kg/cm²
La presión de contacto es menor que la permisible OK
Calculo del acero de refuerzo
Lado corto
Acero de refuerzo = As = 0.005* 17,5*90 7,88 cm²
No4 = 7,88/1,27 = 6,20 varillas, usar 7 No4 a/d 7,88 cm²
PLACA BASE DE APOYO
DATOS DE DISEÑO
B1 = 6,00 plg
D1 D2 D1 = 6,00 plg
T1= 0,1875 plg
B2 = 12,00 plg
D2 = 12,00 plg
B1
B2 F´c = 3.000,00 psi
Acero A-36, Fy = 36 ksi

8. M= 1.850,00 kg-m
N= 3.583,00 kg
V= 2.404,00 kg
Resistencia a la compresión del concreto = 3000 psi
Acero estructural A-36, Fy = 36 ksi
Ft = Fv = 36 ksi
M= 160,20 k-plg
N= 7,88 kips
V= 5,29 kips
x"
6,00 fc= 0.375 f´c
fc = 1,125 ksi ksi
V M Línea de momento crítico en
la placa base
N
SFy = 0 = T + N - 0.5 fc kd B2
T = a kd - N
a= 7,59 kd
N = #¡REF!
kd T = 7,59kd-7,88
T b = D1/2 + x
d x = 2,00 plg
b= 5,00 plg
SM = 0 = bT + akd (D2/2 - kd/3) - M
Reemplazando valores y resolviendo el sistema
kd = 3,75 plg
T= 20,58 kips
Espesor de placa
f2
Fp = 1,125 ksi
f1
F1
Kd = 3,75
Se calculará la flexión en el eje de la columna
f1 = 0,36 ksi ( por semejanta de triangulos
f2 = 0,76 ksi
F1 = 1,29 kips para un ancho igual a la dimensión de la columna
F2 = 5,51kips para un ancho igual a la dimensión de la columna
F F (kips) Brazo (plg) M (k-plg)
F1 1,290 0,800 1,032
F2 5,510 0,300 1,653
2
Fb = M / S = 6 M / (B1T )= 23,76 ksi para acero A-36 23,76 ksi para acero A-36
T= 6 M / (B1Fb*2) = 0,224 plg

9. Usar placa final de
B= 12,00 plg
L= 12,00 plg
T= 0,250 plg
USAR PLACA BASE DE 1/4"
DISEÑO DE VIGA METALICA VM-1
DATOS GENERALES
Longitud 2,60 mts
Ancho triburario 2,80 mts
Ancho de vigas .b 6,00 plg
Altura de vigas: a 6,00 plg
Espesor de viga: t 0,250 plg
Cargas aplicadas:
Carga muerta: 62,50 kg/m
Carga viva 2011 kg/m
Carga muerta + carga viva: 2073,50 kg/m
W = 2073,50
L = 2,60 m
Resultados de analisis
Momento = 1196,00 kg-m
Fuerza axial =
3583,00 kg
Cortante = 2404,00 kg
2
Módulo de elasticidad del acero, E = 2.100.000 kg/cm
2
Punto de fluencia del acero, Fy = 2.520,00 kg/cm
Longitud de Viga 2,60 m.
Momento aplicado: 1196 kg-m 196,00 kg-m
Carga Axial: 3.583,00 kg.
Cortante: 2.405,00 kg
SECCION PROPUESTA
D = 6plg
espesor t = 0,25 plg
B = 6 plg
PROPIEDADES DE LA SECCION
4
Iy = 1321,32 cm
4
Ix = 1321,32 cm
3
Sx = 173,40 cm

10. 3
Sy = 173,40 cm
2
A= 37,10 cm
rx = 5,97 cm.
ry = 5,97 cm.
kL/rx = 43,56
kL/ry = 43,56
Fa = 1324,00 kg/cm²
fa= 96,58 kg/cm²
fa/Fa = 0,070
Fb = 1512,00 kg/cm²
fb= 889,41 kg/cm²
fb/Fb = 0,59
fb/Fb correg 0,510
Suma total de relación de esfuerzos =
fa/Fa+fb/Fb = 0,58 < 1,00 OK
Verificación de la deformación:
C. Muerta,
L= 260 cm
E= 2100000 kg/cm²
4
Ix = 1321,32 cm
δm = 4,56976E+11 1,06551E+12 0,429 cm
C. Viva, δv = P L3 / (48 E I) =
δv = 0,026 cm
Deformación total,
δt= 0,455 cm
Deformación permisible
δp = L/360 = 0,722 cm > 0,46 cm OK
La deformacion calculada es menor que la permisible por lo que se dejará la sección propuesta
que es suficiente por flexión y deformación.
VIGAS VM-1 EN SECCION I 6" x 6"x 1/4"
CARGAS APLICADAS
N= 3.583,00 kg
Mx= 1.542,00 kg-m
L no arriostrada eje x = 2,80 mt
L no arriostrada eje y = 1,20 mt
B= Ancho de patín = 6,00 plg
H = Altura neta del alma = 6,00 plg
T1 = Espesor del patín = 0,2500 plg
T2 = Espesor del alma = 0,2500 plg
La seccion es suficiente

11. 2
A= 4,500 plg²= 29,03 cm
4 4
Ix = 4,516 plg = 187,95 cm
Iy= 9,008 plg4= 374,93 cm4
Sx= 1,389 plg3= 22,77 cm3
Sy= 3,003 plg3= 49,20 cm3
Rx= 1,002 plg. 2,54 cm.
Ry= 1,415 plgs 3,59 cm.
Kx = 1,40 Ky = 1,40
KL/Rx= 56
KL/Ry= 47
KL/R= 47 Valor crítico usado en el diseño
Cc= 128,26
2
Fa= 18,64 ksi = 1304,57 kg/cm
Fb= 1.512,00 kg/cm2
fa= 123,41 kg/cm2
fbx= 904,46 kg/cm2
fby= 0,00 kg/cm2
Relacion fa/Fa+fbx/Fbx+fby/Fby= 0,69 < 1,00 OK
La sección no es suficiente
DISEÑO DE VIGA METALICA VM-2
DATOS GENERALES
Longitud 2,60 mts
Ancho triburario 0,14 mts
Ancho de vigas .b 3,00 plg
Altura de vigas: a 3,00 plg
Espesor de viga: t 0,125 plg
Cargas aplicadas:
Carga muerta: 0,62 kg/m
Carga viva 271,00 kg/m
Carga muerta + carga viva: 272,00 kg/m
W = 272
L = 2,80 m
Calculo de esfuerzos
Calculo de momento M= WL²/8 272x 2,8²/12 266,56 kg-m
Cortante = V= 3M/L = 285,60 kg
Fuerza axial N= ML/2 = 373,20 kg
2
Módulo de elasticidad del acero, E = 2.100.000 kg/cm
Punto de fluencia del acero, Fy = 2.520,00 kg/cm2
Longitud de Viga 2,60 m.
Momento aplicado: 1196 kg-m 266,56 kg-m
Carga Axial: 373,00 kg.
Cortante: 285,00 kg

12. SECCION PROPUESTA
D = 3 plg
espesor t = 0,25 plg
B = 3 plg
PROPIEDADES DE LA SECCION
4
Iy = 82,58 cm
4
Ix = 82,58 cm
3
Sx = 21,68 cm
3
Sy = 21,68 cm
2
A= 9,27 cm
rx = 2,98 cm.
ry = 2,98 cm.
kL/rx = 93,83
kL/ry = 93,83
Fa = 951,00 kg/cm²
fa= 30,80 kg/cm²
fa/Fa = 0,032
Fb = 1512,00 kg/cm²
fb= 1229,79 kg/cm²
fb/Fb = 0,81
fb/Fb correg 0,710
Suma total de relación de esfuerzos =
fa/Fa+fb/Fb = 0,74 < 1,00 OK
Verificación de la deformación:
C. Muerta,
L= 280 cm
E= 2100000 kg/cm²
4
Ix = 82,58 cm
δm = 18439680000 66592512000 0,277 cm
C. Viva, δv = P L3 / (48 E I) =
δv = 0,264 cm
Deformación total,
δt= 0,541 cm
Deformación permisible
δp = L/360 = 0,722 cm > 0,541 cm OK
La deformacion calculada es menor que la permisible por lo que se dejará la sección propuesta
que es suficiente por flexión y deformación.
La union entre VM-2 sera con platinas de 2"x 1/8" @ cada 0,80 m en la parte superior en inferior
de la viga

13. DISEÑO DE VIGA DE LOSA VL-1
1- DATOS GENERALES
Ancho tributario
de carpèta S: 1,30 m
Ancho tributario m
de pared ap m
Claro de viga L: = 2,80 m
Ancho de viga b 0,25 m
Altura de viga d 0,25 m
Espesor de losa m
2 ESFUERZOS PEMISIBLES
fy 2800,00 kg/cm² (acero longitudinal)
fy 1610,00 kg/cm² (acero transversal)
f`c 210,00 kg/cm²
f´´c 168,00 kg/cm²
Ec 210000,00 kg/cm²
3
Peso del concreto 2400,00 kg/m
Porcentaje de acero 14/fy
longitudinal minimo ρ = 0,005
k= 0,85 si f´c < 280 kg/cm²
ρb = (0,85*k*f´c/fy)*(6000/(6000+fy)) = 0,04
ρ = 0,75* ρb 0,000
0,5√f´c = 7,250 kg/cm²
3- CARGAS APLICADAS
Carga muerta
Peso propio = 2400*0,25*0,25 150,00 kg/m
Estructura 20,00 kg/m
Total carga muerta 170,00 kg/m
Carga Viva = 1597,00 kg/m
Carga total Wt :
Cm+Cv 1767,00 kg/m
D
D
B

14. Tipo de viga:
Simplemente apoyada (1)
En voladizo (2)
empotrada (3)
Varilla de refuerzo No. 6 No 4
Cantidad de varillas en capa a tracción : 4
opcion escogida (3)
Peralte efectivo t : 22,00 cm
W = 1767,00 kg/m
L =2,80 m
4- CAPACIDAD DE VIGA A FLEXION
Momento Aplicado = WL²/12
M = 1767*2,8²/12 1154,44 kg-m
Profundidad del bloque de reaccion
As = 1,27*3 3,81 cm²
b= 25 d= 22
a = 3,81*2800/(0.85*210*25) 2,39 cm
Jd = 22-2,39/2 20,80 cm
Momento de seccion Mr =
Mr= 0.90 x 3,81*2800*20,80/100 =
Mr = 1997,50 kg-m> 1154,44 kg-m OK