diseÑo puente colgante.xls

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DISEÑO ESTRUCTURAL DE UN PUENTE COLGANTE PEATONAL PROYECTO: EJEMPLO PUENTE PEATONAL 1.0DISEÑO DEL TABLERO DE MADERA CARACTERISTICAS DE MADERA ESTRUCTURAL Clasificación por grupo estructural de especies estudiadas por el Padt-Refort d Junta del Acuerdo de Cartagena GRUPO A GRUPO B GRUPO C Estoraque Huayruro Catahua amarilla Palo sangre negro Manchinga Copaiba Pumaquiro Diablo fuerte Tornillo Esfuerzos admisibles para maderas del Grupo Andino Propiedades en kg/cm GRUPO A GRUPO B GRUPO C En flexión (fm) 210 150 100 En corte ( fv) 15 12 8 En compresión pararela a las fibr 145 110 80 40 28 15 En tracción pararela a las fibras 145 105 75 Módulo de elasticidad mínimo (E) 95,000 75,000 55,000 Módulo de elasticidad promedio (E 130,000 100,000 90,000 750 650 450 DATOS A INGRESAR SECCION TRANSVERSAL DE PUENTE COLGANTE PEATONAL d A Sobrecarga máxima (motocar) 350.00 Kg/m Factor de impacto (25 al 50%) 25.00 % Separación entre largueros a eje 0.65 m Separación entre viguetas a eje 2.00 m Ancho útil máximo del tablero 2.00 m Clasificación grupo de especie B Esfuerzos admisibles de la madera En flexión (fm) 150 Kg/cm2 En corte (fv) 12 Kg/cm2 28 Kg/cm2 650 Kg/m3 En compresión perpendicular fibra Densidad (kg/cm3) En compresión perpendicular fibra Densidad de madera

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Page 1: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

DISEÑO ESTRUCTURAL DE UN PUENTE COLGANTE PEATONAL

PROYECTO: EJEMPLO PUENTE PEATONAL

1.0 DISEÑO DEL TABLERO DE MADERA

CARACTERISTICAS DE MADERA ESTRUCTURAL

Clasificación por grupo estructural de especies estudiadas por el Padt-Refort de laJunta del Acuerdo de Cartagena

GRUPO A GRUPO B GRUPO CEstoraque Huayruro Catahua amarillaPalo sangre negro Manchinga CopaibaPumaquiro Diablo fuerte

Tornillo

Esfuerzos admisibles para maderas del Grupo Andino

Propiedades en kg/cm2 GRUPO A GRUPO B GRUPO CEn flexión (fm) 210 150 100En corte ( fv) 15 12 8En compresión pararela a las fibras (fc) 145 110 80

40 28 15En tracción pararela a las fibras (ft) 145 105 75Módulo de elasticidad mínimo (E) 95,000 75,000 55,000 Módulo de elasticidad promedio (Eprom) 130,000 100,000 90,000

750 650 450

DATOS A INGRESAR

SECCION TRANSVERSAL DEPUENTE COLGANTE PEATONAL

dA

Sobrecarga máxima (motocar) Sc= 350.00 Kg/mFactor de impacto (25 al 50%) i= 25.00 %Separación entre largueros a eje d= 0.65 mSeparación entre viguetas a eje D= 2.00 mAncho útil máximo del tablero A= 2.00 mClasificación grupo de especie B

Esfuerzos admisibles de la maderaEn flexión (fm) 150 Kg/cm2En corte (fv) 12 Kg/cm2

28 Kg/cm2650 Kg/m3

En compresión perpendicular fibras (fc¯)

Densidad (kg/cm3) ( d )

En compresión perpendicular fibras (fc¯)Densidad de madera d=

Page 2: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

1.1 DISEÑO DEL ENTABLADO

Asumiendo la seccion de :BASE (b)= 8 "ALTURA( h)= 2 "

S=B*H^2/6 87.40 cm3 0.65

Momento por sobrecarga M=W*L^2/8 2,310.55 Kg-cm

Esfuerzo actuante 26.44 < 150 CONFORME

Esfuerzo Cortante v=w*l/2 142.1875 kg

Esfuerzo actuante V=3/2*v/(b+h) 2.07 < 12 CONFORME

1.2 DISEÑO DE LARGUEROS

Asumiendo la seccion de :BASE (b1)= 3 "ALTURA(h1)= 5 "

Densidad de madera tipo BS=b*h^2/6 204.84 cm3R=2/3b*h 64.52 cm2 2.00

CARGAS ACTUANTESMOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado 21.46 Kg/mPeso de largueros 6.29 Kg/mPeso de clavos y otros, 3.00 Kg/m

Wd= 30.75 Kg/m

Momento por carga muerta M=Wd*D^2*/8 1537.67 Kg-mCortante por carga muerta V=Wd*D/2 30.75 kg

MOMENTO POR CARGA VIVA

Momento por sobrecarga ML=Sc*D/4 21875 218.75Cortante por Sobrecarga V=Sc*D/2 437.5

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+ML)/S 114.30 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vl)/R 7.26 < 12 CONFORME

1.3 DISEÑO DE VIGUETAS

Asumiendo la seccion de :BASE (b2)= 4 "ALTURA(h2)= 6 "No largueros 4

Densidad de madera tipo BS=b*h^2/6 393.29 cm3 A= 2.00 R=2/3b*h 103.23 cm2

CARGAS ACTUANTES

MOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado 66.04 Kg/mPeso de largueros 40.26 Kg/mPeso de viguetas 10.06 Kg/mPeso de clavos y otros, 15.00 Kg/m

Wd= 131.36 Kg/m

s=M/S

W= h*d*dw1=b2*h2*d*1,00

W= h*D*d =w1=b2*h2*D*d *N/A =Wv=b2*h2*d*1 =

Page 3: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Momento por carga muerta Md=Wd*A^2*/8 6,568.12 Kg-cmCortante por carga muerta Vd=Wd*A/2 131.36 kg

MOMENTOS POR LA BARANDAPeso de baranda (P) 70.00 Kg Total por carga muertaMomento de la baranda (Mb) 875.00 Kg-cm 7,443.12 Kg-cmCortante por la baranda muerta Vb=P 70.00 kg 201.36 kg

MOMENTOS POR S/C ML=Sc*A^2/8 21,875.00 Kg-cmCortante por Sobrecarga VL=Sc*A/2 437.5 Kg

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+Mb+ML)/S 74.55 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vb+VL)/R 6.19 < 12 CONFORME

2.0 DISEÑO DE PENDOLAS

Se usaran varillas de fierro liso , que en sus extremos llevaran ojos soldados electricamente,

Fadm,=0,6*Fy Fy= 2500 Kg /cm2 PENDOLASDiametro As(cm2) peso(kg/ml)

Cortante total P= 638.86 Kg 1/2" 1.27 1.02Apendola=P/(0,6*Fy) Apend= 0.43 cm2 5/8" 1.98 1.58

3/4" 2.85 5

Se usaran pendolas de diametro= 5/8"

SECCION DE LA PLANCHA

Cortante total P= 638.86 Kg Esfuerzo compresión made 28.00 Kg /cm2Area plancha 22.82 cm2

Base de la vigueta 10.0 cmAncho de la plancha a= 5.0 cm (mínimo 5 cm)

Cálculo del espesor de la plancha (e)

Momento Mp = Pb/4 = 1,851.10 kg-cmFadm = 0.6*Fy 1500 Kg /cm2

a

638.86

e= 12.2 mm

Utilizar plancha de :largo total = 15 cmancho = 10 cmespesor = 14 mm b= 11.59

e = √ 6 Mpa Fadm

Page 4: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

3.0 DISEÑO DE CABLES PRINCIPALES

f

Y1 p

f ' k2

LH1 L LH2

DATOS:Longitud de torre a torre L= 65 mIngrese flecha del cable f= 5.85 mContraflecha f"= 0.5 mtsLongitud horiz. fiador izquierdo LH1= 25 mtsLongitud horiz. fiador derecho LH2= 25 mtsAltura péndola mas pequeña p= 1.5 mtsProfundidad anclaje izquierdo k1= 4.94 mtsProfundidad anclaje derecho k2= 4.94 mts

Altura del fiador izquierdo Y1 = 12.79 mAltura del fiador derecho Y2 = 12.79 m

Calculo del peso distribuido del puente por metro lineal:

Peso de Viguetas,largueros, entablado 131.36 kg/mPeso de barandas 140.00 kg/mPeso de cables(6,2Kg/ml), 4 cables 25.08 kg/mPeso de pendolas 14.22 kg/m

Total peso muerto 310.66 kg/mSobrecarga 437.50 kg/mTOTAL CARGAS P= 748.16 kg/m

FACTOR SEGURIDAD 3.5N= f/L = 0.09

TENSION HORIZONTAL 67,542.45 kg

CABLE PRINCIPALTENSION EN ELCABLE PL^2*(1+16*N 71,785.90 kg Æ Area (cm2) R,E,R (TN)

1/2" 0 1.33 19.8TENSION Tu=FS*T 251.25 Tn 3/4" 1 2.84 23.75

7/8" 2 3.80 32.13Ingrese el numero del cable a usar 5 1" 3 5.31 41.71

1 1/8" 4 6.61 52.49Se usaran 3.90 cables 1 1/4" 5 8.04 64.47 1 3/8" 6 9.62 77.54USAR 4 CABLES 02 por Banda 1 1/2" 7 11.34 91.8

1 5/8" 8 13.85 105.77Indicar el número de cables a usar por banda: 1 3/4" 9 15.90 123.74

USAR 2 CABLES DE 1 5/8"Area = 27.7 cm2 por banda

H= PL2

8 f=

T= PL2

8 f√1+N2=

Page 5: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

4.0 DISEÑO DE CAMARA DE ANCLAJES

Para nuestro caso utilizaremos una cámara deconcreto ciclopeo sólida y utilizaremos una sólacámara para los dos grupos de cables

C A

BDATOS :Ancho camara anclaje A= 4.50 mtsLargo camara anclaje B= 4.50 mtsProfundidad camara anclaje C= 3.00 mts

2.30 Tn/m32.00 kg/cm2

ANGULOS FORMADOS EN EL PUENTE RADIANES GRADOS

0.35 19.800.47 27.090.47 27.09

Longitud del fiador izquierdo (L1) 28.08 mLongitud del fiador derecho (L2) 28.08 m

4.1 PRESIONES SOBRE EL TERRENO139.73 Tn

Tension Horizontal H = 67.54 Tn (para todo el puente)75.87 Tn34.55 Tn

Componente Vertical de la reaccion Rv=W-Tv1= 105.17 TnPresion máxima ejercida al suelo P=2*Rv/(A*B)= 1.04 kg/cm2 BIEN

4.2 ESTABILIDAD AL DESLIZAMIENTOEl coeficiente de seguridad de la camara al deslizamiento debe ser minimo 2por tanto debe resistir una tension horizontal doble

Rv=W - 2*Tv1 = 70.62 tonFuerza que se opone al deslizamiento Fd1= Uf*RV= 49.43 tonCalculo de empujes en la camara Peso especifico terreno b= 1.60 ton/m3Angulo de reposo f= 35.00 °Coeficiente friccion Uf 0.70

17.56 ton (caras laterales)Fuerza friccion que opone al deslizamiento Fd2=Uf*Ea= 12.29 ton

119.56 ton

Fuerza resistente total Frt = (Fd1+Fd2+Ep) = 181.28 ton

Se debe cumplir Frt >2H CONFORMEFrt= 181.28 ton2H= 135.08 ton

5.0 DISEÑO DE LOS CARROS DE DILATACION

DESPLAZAMIENTO DE LOS CARROS

Peso especifico del concreto g =Capacidad admisible del suelo en zona de anclaje s =

Angulo con el cable principal a= Arc Tang (4f/L) =Angulo del fiador izquierdo a1= Arc Tang (Y1/LH1) =Angulo del fiador derecho a2= Arc Tang (Y2/LH2) =

Peso de la cámara de anclaje W=A*B*C*g =

Tension en el fiador T1=H/Cos a1 =Tension Vertical en el fIador Tv1=T1*Sen a1=

Empuje activo Ea=1/2x b xC^2xTag(45-F/2)^2x2B=

Empuje pasivo Ep=1/2x b xC^2xTag(45+F/2)^2xA=

E313
ROCA : 0.7 GRAVA : 0.6 ARENA : 0.5-0.6 COHESIV: 0.45-0.5
Page 6: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Peso propio del puente Wd= 310.66 kg/mPeso por lado 155.33 kg/mEmpuje Hpp=pl^2/8f 14,022.96 kg

Desplazamiento del carro en cada torre por carga muerta

E= 2/3(2100000)= 1,400,000.00 kg/cm2A=seccion Total cable por banda 27.70 cm2D1= 1.44 cms Desplazamiento en portico izquierdo D2= 1.44 cms Desplazamiento en portico derecho

Desplazamiento maximo con sobrecarga y temperaturala tension horizontal maxima es 67,542.45 KgTension por lado H1= 33,771.22 KgEl desplazamiento sera

cc= 0.000012 t= 30.00 C*

D1= 4.60 cmLuego el desplazamiento neto es D=D1-D 4.00 cmLa plancha metalica debe tener un minim 4.00 cms a cada lado del eje de la torre

Presion vertical sobre la torre 58,870.00 Kg

Presion en cada columna ( 29.43 TnEesfuerzo admisible (Fa) 7.50 Tn/cm2 (sobre el rodillo)diametro de rodillos (d) 7.50 cmsNumero de rodillos (n) 3.00 u

Ancho de la platina(A)=760xP/(Fa^2nd) Presion en la plancha=P/ALA= 17.68 cms P= 38.78Dejando 2,5 cms de borde acada ladoAt=A+2*2,5 23.00 cmsLargo de platina=(n-1)*(d+1)+2*8= 33

Si la plancha superior se desplaza 4.00 cms La distancia extrema aumentara 8 cms a 12 cms

El momento que se produce en el volado sera =( M) =P/A*B M= 2792.25 f= 8.00 cms

Radio de la parte curva C= 16.5r=(f^2+c^2)/(2 r= 21.02y=(r^2-^x^2)^ y= 17.25E`=f-(r-y)+2 E`= 6.24Considerando uan faja de 1 cm de ancho y el espesor en la seccion E`S=ab^2/6 S= 6.48 cm2R=M/S R= 430.67 kg/cm2 Ra= 2100

Es R<Ra CONFORMEEspesor de plancha inferior Si la plancha superior se desplaza 4.00 cms , los rodillos giraran 2.0la distancia al borde libre sera 10M=P*L^2/2 M= 1939.06

Considerando el espesor de la plancha inferior = 3.80 cmsS=ab^2/6 S= 2.41 cm2R=M/S R= 805.71 kg/cm2

6.0 DISEÑO DE LAS TORRES

6.1 ESFUERZOS EN LA TORREEn el sentido longitudinal al puente, estan sometidas a esfuerzos verticales y horizontalesresultantes de las tensiones del cable y fiador

D1=Hpp L1 (Seca1)^3/EA (torre izquierdo)D2=Hpp L2 (Seca2)^3/EA (torre derecho)

D1=Seca1( cxtxL1+HL1x(Seca1)^2/(EA)

P=HxTg(a+a1)=

Page 7: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

H H como la torre lleva carros de dilatación a a1 las dos tensiones horizontales son

V1 V2 iguales T Tf

cable fiador

eje de la torre

19.80 grados27.09 grados27.09 grados

TENSION HORIZONTAL Ht= 67,542.45 kg (para todo el puente)TENSION HORIZONTAL H= 33,771.22 kg (por cada lado)

TORRE IZQUIERDO TORRE DERECHO 12.16 ton 12.16 ton 17.28 ton 17.28 ton

V= V1 + V2 = 29.43 ton V= V1 + V2 = 29.43 ton

Elegimos el mayor Reacción en la torre V= 29.43 tonAltura de la torre Ht= 7.85 m

6.2 ANALISIS DEL SENTIDO TRANSVERSAL AL PUENTE

Se analizará tratando la torre como un pórtico sometido a cargas verticales (V) y cargashorizontales producidos por el viento

Dimensiones de la columnaPeralte que se opone al viento Pc= 1.00 m

Esfuerzo de viento fv= 120.00 kg/m2Wv=fv x Pc = 120.00 kg/mWv1= Wv = 0.120 ton/mWv2=1/2Wv = 0.06 ton/m

V V

Wv1 Wv2

El cálculo del pórtico se realizará mediante el programa SAP 90. Ver archivo de entrada y resultados

VERIFICACION DE SECCION DE COLUMNA

Momento máximo obtenido del análisis 5.00 ton-mCarga axial máximo del análisis 60.00 ton

Ver diagrama de interaccionLa sección pasa

Angulo con el cable principal a =Angulo del fiador izquierdo a1=Angulo del fiador derecho a2=

V1=H tan a = V1=H tan a =V2=H tan a1 = V2=H tan a2 =

Page 8: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

VERIFICACION DE SECCION DE VIGA

F'c= 210.00 Kg/cm2d= 55.00 Cm.b= 50.00 Cm.

Fy= 4200.00 Kg/cm2Método de la rotura

Mu= 5.00 Ton-m.W= 0.018As= 2.43 cm2

Asmin= 6.64 cm2Usar:

6.3 VERIFICACION DE SECCION EN COLUMNA DE TORRE

POR FLEXION

D1 D2

L1 L L225.00 65.00 25.00

Se calculó anteriormente:D1= 1.44 cmD2= 1.44 cm 1.44 cm

La torre se calculará como una viga en volado

Modulo elasticidad material columna E= 220000.00 kg/cm2Momento de inercia de la columna 5000000.00 cm4Altura de la torre 7.85 m

M= 77.07 ton-mMomento resistente sección columna en la base Mr= 90.00 ton-m

Mr>M BIEN LA SECCION PASA

POR FLEXO-COMPRESIONReacción en la torre V= 29.43 tonMomento en la base M= 77.07 ton-mUbicando dichos puntos en el diagrama de interaccion

Pasa la secciòn

La torre deberá soportar el desplazamiento D1 y D2 producido en el montaje

Se escoge el mayor D =

M=3 E I

Ht 2Δ

Page 9: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

CONFORMECONFORME

Page 10: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

CONFORMECONFORME

Page 11: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

DISEÑO ESTRUCTURAL DE UN PUENTE COLGANTE PEATONAL

PROYECTO: PUENTE PEATONAL DE CARAPONGO

1.0 DISEÑO DEL TABLERO DE MADERA

CARACTERISTICAS DE MADERA ESTRUCTURAL

Clasificación por grupo estructural de especies estudiadas por el Padt-Refort de laJunta del Acuerdo de Cartagena

GRUPO A GRUPO B GRUPO CEstoraque Huayruro Catahua amarillaPalo sangre negro Manchinga CopaibaPumaquiro Diablo fuerte

Tornillo

Esfuerzos admisibles para maderas del Grupo Andino

Propiedades en kg/cm2 GRUPO A GRUPO B GRUPO CEn flexión (fm) 210 150 100En corte ( fv) 15 12 8En compresión pararela a las fibras (fc) 145 110 80

40 28 15En tracción pararela a las fibras (ft) 145 105 75Módulo de elasticidad mínimo (E) 95,000 75,000 55,000 Módulo de elasticidad promedio (Eprom) 130,000 100,000 90,000

750 650 450

DATOS A INGRESAR

SECCION TRANSVERSAL DEPUENTE COLGANTE PEATONAL

dA

Sobrecarga máxima (motocar) Sc= 350.00 Kg/mFactor de impacto (25 al 50%) i= 25.00 %Separación entre largueros a eje d= 0.65 mSeparación entre viguetas a eje D= 2.00 mAncho útil máximo del tablero A= 2.00 mClasificación grupo de especie B

Esfuerzos admisibles de la maderaEn flexión (fm) 150 Kg/cm2En corte (fv) 12 Kg/cm2

28 Kg/cm2En compresión pararela a las fibras (fc) 110 Kg/cm2En tracción pararela a las fibras (ft) 105 Kg/cm2

650 Kg/m3

En compresión perpendicular fibras (fc¯)

Densidad (kg/cm3) ( d )

En compresión perpendicular fibras (fc¯)

Densidad de madera d=

Page 12: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

1.1 DISEÑO DEL ENTABLADO

Asumiendo la seccion de :BASE (b)= 8 "ALTURA( h)= 2 "

S=B*H^2/6 87.40 cm3 0.65

Momento por sobrecarga M=W*L^2/8 2,310.55 Kg-cm

Esfuerzo actuante 26.44 < 150 CONFORME

Esfuerzo Cortante v=w*l/2 142.1875 kg

Esfuerzo actuante V=3/2*v/(b+h) 2.07 < 12 CONFORME

1.2 DISEÑO DE LARGUEROS

Asumiendo la seccion de :BASE (b1)= 3 "ALTURA(h1)= 5 "

Densidad de madera tipo BS=b*h^2/6 204.84 cm3R=2/3b*h 64.52 cm2 2.00

CARGAS ACTUANTESMOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado 21.46 Kg/mPeso de largueros 6.29 Kg/mPeso de clavos y otros, 3.00 Kg/m

Wd= 30.75 Kg/m

Momento por carga muerta M=Wd*D^2*/8 1537.67 Kg-mCortante por carga muerta V=Wd*D/2 30.75 kg

MOMENTO POR CARGA VIVA

Momento por sobrecarga ML=Sc*D/4 21875 218.75Cortante por Sobrecarga V=Sc*D/2 437.5

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+ML)/S 114.30 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vl)/R 7.26 < 12 CONFORME

1.3 DISEÑO DE VIGUETAS

Asumiendo la seccion de :BASE (b2)= 4 "ALTURA(h2)= 6 "No largueros 4

Densidad de madera tipo BS=b*h^2/6 393.29 cm3 A= 2.00 R=2/3b*h 103.23 cm2

CARGAS ACTUANTES

MOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado 66.04 Kg/mPeso de largueros 40.26 Kg/mPeso de viguetas 10.06 Kg/mPeso de clavos y otros, 15.00 Kg/m

Wd= 131.36 Kg/m

s=M/S

W= h*d*dw1=b2*h2*d*1,00

W= h*D*d =w1=b2*h2*D*d *N/A =Wv=b2*h2*d*1 =

Page 13: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Momento por carga muerta Md=Wd*A^2*/8 6,568.12 Kg-cmCortante por carga muerta Vd=Wd*A/2 131.36 kg

MOMENTOS POR LA BARANDAPeso de baranda (P) 70.00 Kg Total por carga muertaMomento de la baranda (Mb) 875.00 Kg-cm 7,443.12 Kg-cm Cortante por la baranda muerta Vb=P 70.00 kg 201.36 kg

MOMENTOS POR S/C ML=Sc*A^2/8 21,875.00 Kg-cmCortante por Sobrecarga VL=Sc*A/2 437.5 Kg

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+Mb+ML)/S 74.55 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vb+VL)/R 6.19 < 12 CONFORME

2.0 DISEÑO DE PENDOLAS

2.1 DIAMETRO DE LA PENDOLASe usaran varillas de fierro liso , que en sus extremos llevaran ojos soldados electricamente,

Fadm,=0,6*fy fy= 2500 Kg /cm2 PENDOLASDiametro As(cm2) peso(kg/ml)

Cortante total P= 638.86 Kg 1/2" 1.27 1.02Apendola=P/(0,6*Fy) Apendola= 0.43 cm2 5/8" 1.98 1.58

3/4" 2.85 5

Se usaran pendolas de diametro= 5/8 pulgadas

2.2 DISEÑO DE UNION INFERIOR DE PENDOLA

SECCION DE LA PLANCHACortante total P= 638.86 Kg Esfuerzo compresión made 28.00 Kg /cm2Area plancha 22.82 cm2

Base de la vigueta 10.0 cmAncho de la plancha a= 5.0 cm (mínimo 5 cm)

Cálculo del espesor de la plancha (e)

Momento Mp = Pb/4 = 1,800.00 kg-cmFadm = 0.6*Fy 1500 Kg /cm2

a

638.86

e= 12.0 mm 3.1943563397

Utilizar plancha de : 371.1374573largo total = 15 cmancho a = 10 cmespesor e= 14 mm b= 11.27

2.3 DISEÑO ABRAZADERA SUPERIOR DE LA PENDOLA

PLATINATensión en la péndola P= 638.86 Kg Esfuerzo admisible de la platina 1,200.00 kg/cm2Area transversal requerida mínima platin 0.27 cm2Usaremos platina de:espesor = 1.27 cmancho = 10.00 cm

e = √ 6 Mpa Fadm

Page 14: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

1.91 cm

Ancho util de la platina 8.1 cmArea transversal platina 10.3 cm2 BIEN

PERNODistancia entre apoyos 2.86 cmMomento centro perno 456.39 kg-cmdiámetro mínimo del perno 1.57 cm BIEN

3.0 DISEÑO DE LA VIGA DE RIGIDEZ

CONSIDERACIONES:- La viga de rigidez se considera recta y senciblemente horizontal, de momento de inercia constante y suspendida del cable

en toda su longitud- El peso propio se considera uniformente repartido po undidad lineal horizontal, de manera que la curva inicial del cable es

una parábola- La forma y las ordenadas del cable se adume que permanecen invariables al aplicar la carga- El peso propio del puente es tomado íntegramente por el cable, no ocasionando ningún esfuerzo sobre la viga de rigidez

3.1 MOMENTOS POR CARGA REPARTIDA (S/C)a= 1.5 m (peralte de la viga de rigidez)N= 1.7 coeficiente que varía de acuerdo a la luz y características de los elementos del puentek= 1/20 coeficiente de variación de la sección por analizarL= 65.00 mSc= 350.00 kg/m

Con la finalidad de reducir esfuerzos en la viga de rigidez se ha considerado ésta de dos articulaciones:

X/L X C(K) K verificador D(K)0.00 0.00 0.425 0.347 0.000 0.554 0.00 0.000.05 3.25 0.447 0.363 0.000 0.508 -8391.27 2065.900.10 6.50 0.472 0.382 0.000 0.459 -14367.66 3914.340.15 9.75 0.500 0.403 0.000 0.408 -18080.16 5545.310.20 13.00 0.531 0.427 0.000 0.354 -19710.74 6958.820.25 16.25 0.567 0.454 0.000 0.299 -19480.34 8154.870.30 19.50 0.607 0.486 0.000 0.242 -17661.28 9133.460.35 22.75 0.654 0.523 0.000 0.184 -14591.70 9894.580.40 26.00 0.708 0.569 0.000 0.128 -10697.87 10438.240.45 29.25 0.773 0.626 0.000 0.076 -6523.88 10764.430.50 32.50 0.850 0.703 0.000 0.032 -2772.56 10873.16

VALORES MAXIMOS : -19710.74

3.2 CORTANTES POR CARGA REPARTIDA (S/C)

perno f =

MMAXIMO = MTOTAL -MMIN

MMIN MTOTAL

MTOTAL=12Sc X (L−X ) [1− 8

5 N ]M MIN=−2 Sc X (L−X )

D(K )

5N

C (K )=N L

4 (L−X )=K+K 2−K 3

V TOTAL=12Sc (L−2 X ) [1− 8

5 N ]

Page 15: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Para secciones cercanas a los extremos del puente entre:

X=0 hasta 18.6875 m

Serán adicionados la siguiente cortante:

X/L X G(X/L) V10.00 0.00 0.400 669.118 669.1180.05 3.25 0.440 690.716 602.2060.10 6.50 0.482 861.106 535.2940.15 9.75 0.523 1136.948 468.3820.20 13.00 0.565 1475.185 401.4710.25 16.25 0.606 1834.846 334.5590.30 19.50 0.647 2178.615 267.6470.35 22.75 0.687 2474.153 200.7350.40 26.00 0.726 2695.184 133.8240.45 29.25 0.764 2822.338 66.9120.50 32.50 0.800 2843.750 0.000

X/L X C(K) K verificador G(K) V20.00 0.00 0.425 0.347 0.000 0.685 2966.957 3636.0740.05 3.25 0.472 0.382 0.000 0.713 2210.412 2901.1280.10 6.50 0.531 0.427 0.000 0.747 1516.211 2377.3170.15 9.75 0.607 0.486 0.000 0.790 905.712 2042.6610.20 13.00 0.708 0.569 0.000 0.846 411.462 1886.6470.25 16.25 0.850 0.703 0.000 0.922 85.311 1920.1570.30 19.50 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2178.6150.35 22.75 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2474.1530.40 26.00 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2695.1840.45 29.25 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2822.3380.50 32.50 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2843.750

VALORES MAXIMOS : 3636.07

3.3 DISEÑO DE ELEMENTOS DE VIGA DE RIGIDEZ

Las vigas de rigidez serán dos, ubicadas una a cada extremo y a lo largo de todo el tablero.Las vigas se diseñarán en madera y estarán conformadas por un cordon inferior y un cordon superior, ambos unidospor elementos denominados diagonalesPara el cálculo, haremos uso de los momentos y fuerzas cortantes hallados anteriormente, los cuales seránabsorbidos por las dos vigas, luego para cálculo de uno de ellos utilizaremos la mitad de los valores hallados.

CONSIDERANDO LOS MOMENTOS POSITIVOS:CORDON INFERIOR

C CAsumiendo la seccion de :BASE (b1)= 3 " T TALTURA(h1)= 5 " C.S

S=b*h^2/6 204.84 cm3R=b*h 96.77 cm2 C.I

VMAXIMO= V1+V2

VMINIMO= VTOTAL -VMAXIMO

VTOTAL

VMAXIMO

v1=12Sc L(1− XL )

2 [1− 8N ( 12− XL ) G( XL )]

v2=12Sc L (1−K )2 [ 8N ( 12− XL ) G (K )−1]

G( XL )

=25 (1 − X

L )3

−(1 − XL )

2

+1

G(K )=K+K2−K3=

N4

LL−2 X

X=L2 (1 − N

4 )=

Page 16: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Esfuerzos admisibles de la maderaEn compresión pararela a las fibras (fc) 110 Kg/cm2En tracción pararela a las fibras (ft) 105 Kg/cm2

27,635.21 kg-m

M= 13,817.61 kg-mT=M/a= 9,211.74 kgFt=T/R = 95.19 kg/cm2 < ft BIEN

CORDON SUPERIOR

C=T= 9,211.74 kgFt=C/R = 95.19 kg/cm2 < fc BIEN

CONSIDERANDO LOS MOMENTOS NEGATIVOS:CORDON INFERIOR

Asumiendo la seccion de : C.SBASE (b1)= 3 "ALTURA(h1)= 5 " T

T C.IS=b*h^2/6 204.84 cm3R=b*h 96.77 cm2 C C

Esfuerzos admisibles de la maderaEn compresión pararela a las fibras (fc) 110 Kg/cm2En tracción pararela a las fibras (ft) 105 Kg/cm2

19,710.74 kg-m

M= 9,855.37 kg-mT=M/a= 6,570.25 kgFt=T/R = 67.89 kg/cm2 < ft BIEN

CORDON SUPERIOR

C=T= 6,570.25 kgFt=C/R = 67.89 kg/cm2 < fc BIEN

4.0 DISEÑO DE CABLES PRINCIPALES

f

Y1 p

f ' k2

LH1 L LH2

DATOS:Longitud de torre a torre L= 65.00 mIngrese flecha del cable f= 5.85 mContraflecha f"= 0.50 mts

MMAXIMO =

MMAXIMO /2 =

MMAXIMO =

MMAXIMO /2 =

Page 17: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Longitud horiz. fiador izquierdo LH1= 25.00 mtsLongitud horiz. fiador derecho LH2= 25.00 mtsAltura péndola mas pequeña p= 1.50 mtsProfundidad anclaje izquierdo k1= 4.94 mtsProfundidad anclaje derecho k2= 4.94 mts

Altura del fiador izquierdo Y1 = 12.79 mAltura del fiador derecho Y2 = 12.79 m

Calculo del peso distribuido del puente por metro lineal:

Peso de Viguetas,largueros, entablado 131.36 kg/mPeso de barandas 140.00 kg/mPeso de cables(6,2Kg/ml), 4 cables 25.08 kg/mPeso de pendolas 14.22 kg/m

Total peso muerto 310.66 kg/mSobrecarga 437.50 kg/mTOTAL CARGAS P= 748.16 kg/m

FACTOR SEGURIDAD 3.5N= f/L = 0.09

TENSION HORIZONTAL 67,542.45 kg

CABLE PRINCIPALTENSION EN ELCABLE PL^2*(1+16*N 71,785.90 kg Æ Area (cm2) R,E,R (TN)

1/2" 0 1.33 19.80 TENSION Tu=FS*T 251.25 Tn 3/4" 1 2.84 23.75

7/8" 2 3.80 32.13 Ingrese el numero del cable a usar 5 1" 3 5.31 41.71

1 1/8" 4 6.61 52.49 Se usaran 3.90 cables 1 1/4" 5 8.04 64.47 1 3/8" 6 9.62 77.54 USAR 4 CABLES 02 por Banda 1 1/2" 7 11.34 91.80

1 5/8" 8 13.85 105.77 Indicar el número de cables a usar por banda: 1 3/4" 9 15.90 123.74

USAR 2 CABLES DE 1 5/8"Area = 27.7 cm2 por banda

5.0 DISEÑO DE CAMARA DE ANCLAJES

Para nuestro caso utilizaremos una cámara deconcreto ciclopeo sólida y utilizaremos una sólacámara para los dos grupos de cables

C A

BDATOS :Ancho camara anclaje A= 4.50 mtsLargo camara anclaje B= 4.50 mtsProfundidad camara anclaje C= 3.00 mts

2.30 Tn/m32.00 kg/cm2

ANGULOS FORMADOS EN EL PUENTE RADIANES GRADOS

0.35 19.800.47 27.090.47 27.09

Peso especifico del concreto g =Capacidad admisible del suelo en zona de anclaje s =

Angulo con el cable principal a= Arc Tang (4f/L) =Angulo del fiador izquierdo a1= Arc Tang (Y1/LH1) =Angulo del fiador derecho a2= Arc Tang (Y2/LH2) =

H= PL2

8 f=

T= PL2

8 f√1+N2=

Page 18: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Longitud del fiador izquierdo (L1) 28.08 mLongitud del fiador derecho (L2) 28.08 m

4.1 PRESIONES SOBRE EL TERRENO139.73 Tn

Tension Horizontal H = 67.54 Tn (para todo el puente)75.87 Tn34.55 Tn

Componente Vertical de la reaccion Rv=W-Tv1= 105.17 TnPresion máxima ejercida al suelo P=2*Rv/(A*B)= 1.04 kg/cm2 BIEN

4.2 ESTABILIDAD AL DESLIZAMIENTOEl coeficiente de seguridad de la camara al deslizamiento debe ser minimo 2por tanto debe resistir una tension horizontal doble

Rv=W - 2*Tv1 = 70.62 tonFuerza que se opone al deslizamiento Fd1= Uf*RV= 49.43 tonCalculo de empujes en la camara Peso especifico terreno b= 1.6 ton/m3Angulo de reposo f= 35 °Coeficiente friccion Uf 0.7

17.56 ton (caras laterales)Fuerza friccion que opone al deslizamiento Fd2=Uf*Ea= 12.29 ton

119.56 ton

Fuerza resistente total Frt = (Fd1+Fd2+Ep) = 181.28 ton

Se debe cumplir Frt >2H CONFORMEFrt= 181.28 ton2H= 135.08 ton

6.0 DISEÑO DE LOS CARROS DE DILATACION

DESPLAZAMIENTO DE LOS CARROS

Peso propio del puente Wd= 310.66 kg/mPeso por lado 155.33 kg/mEmpuje Hpp=pl^2/8f 14,022.96 kg

Desplazamiento del carro en cada torre por carga muerta

E= 2/3(2100000)= 1,400,000.00 kg/cm2A=seccion Total cable por banda 27.70 cm2D1= 1.44 cms Desplazamiento en portico izquierdo D2= 1.44 cms Desplazamiento en portico derecho

Desplazamiento maximo con sobrecarga y temperaturala tension horizontal maxima es 67,542.45 KgTension por lado H1= 33,771.22 KgEl desplazamiento sera

cc= 0.000012 t= 30 C*

D1= 4.60 cmLuego el desplazamiento neto es D=D1-D 4.00 cmLa plancha metalica debe tener un minim 4.00 cms a cada lado del eje de la torre

Presion vertical sobre la torre 58,870.00 Kg

Peso de la cámara de anclaje W=A*B*C*g =

Tension en el fiador T1=H/Cos a1 =Tension Vertical en el fIador Tv1=T1*Sen a1=

Empuje activo Ea=1/2x b xC^2xTag(45-F/2)^2x2B=

Empuje pasivo Ep=1/2x b xC^2xTag(45+F/2)^2xA=

D1=Hpp L1 (Seca1)^3/EA (torre izquierdo)D2=Hpp L2 (Seca2)^3/EA (torre derecho)

D1=Seca1( cxtxL1+HL1x(Seca1)^2/(EA)

P=HxTg(a+a1)=

E486
ROCA : 0.7 GRAVA : 0.6 ARENA : 0.5-0.6 COHESIV: 0.45-0.5
Page 19: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

Presion en cada columna ( 29.43 TnEesfuerzo admisible (Fa) 7.5 Tn/cm2 (sobre el rodillo)diametro de rodillos (d) 7.5 cmsNumero de rodillos (n) 3 u

Ancho de la platina(A)=760xP/(Fa^2nd) Presion en la plancha=P/ALA= 17.68 cms P= 38.78Dejando 2,5 cms de borde acada ladoAt=A+2*2,5 23.00 cmsLargo de platina=(n-1)*(d+1)+2*8= 33

Si la plancha superior se desplaza 4.00 cms La distancia extrema aumentara 8 cms a 12 cms

El momento que se produce en el volado sera =( M) =P/A*B M= 2792.25 f= 8 cms

Radio de la parte curva C= 16.5r=(f^2+c^2)/(2 r= 21.02y=(r^2-^x^2)^ y= 17.25E`=f-(r-y)+2 E`= 6.24Considerando uan faja de 1 cm de ancho y el espesor en la seccion E`S=ab^2/6 S= 6.48 cm2R=M/S R= 430.67 kg/cm2 Ra= 2100

Es R<Ra CONFORMEEspesor de plancha inferior Si la plancha superior se desplaza 4.00 cms , los rodillos giraran 2.0la distancia al borde libre sera 10M=P*L^2/2 M= 1939.06

Considerando el espesor de la plancha inferior = 3.8 cmsS=ab^2/6 S= 2.41 cm2R=M/S R= 805.71 kg/cm2

7.0 DISEÑO DE LAS TORRES

7.1 ESFUERZOS EN LA TORREEn el sentido longitudinal al puente, estan sometidas a esfuerzos verticales y horizontalesresultantes de las tensiones del cable y fiador

H H como la torre lleva carros de dilatación a a1 las dos tensiones horizontales son

V1 V2 iguales T Tf

cable fiador

eje de la torre

19.80 grados27.09 grados27.09 grados

TENSION HORIZONTAL Ht= 67,542.45 kg (para todo el puente)TENSION HORIZONTAL H= 33,771.22 kg (por cada lado)

TORRE IZQUIERDO TORRE DERECHO 12.16 ton 12.16 ton 17.28 ton 17.28 ton

Angulo con el cable principal a =Angulo del fiador izquierdo a1=Angulo del fiador derecho a2=

V1=H tan a = V1=H tan a =V2=H tan a1 = V2=H tan a2 =

Page 20: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

V= V1 + V2 = 29.43 ton V= V1 + V2 = 29.43 ton

Elegimos el mayor Reacción en la torre V= 29.43 tonAltura de la torre Ht= 7.85 m

7.2 ANALISIS DEL SENTIDO TRANSVERSAL AL PUENTE

Se analizará tratando la torre como un pórtico sometido a cargas verticales (V) y cargashorizontales producidos por el viento

Dimensiones de la columnaPeralte que se opone al viento Pc= 1.00 m

Esfuerzo de viento fv= 120.00 kg/m2Wv=fv x Pc = 120.00 kg/mWv1= Wv = 0.120 ton/mWv2=1/2Wv = 0.06 ton/m

V V

Wv1 Wv2

El cálculo del pórtico se realizará mediante el programa SAP 90. Ver archivo de entrada y resultados

VERIFICACION DE SECCION DE COLUMNA

Momento máximo obtenido del análisis 5.00 ton-mCarga axial máximo del análisis 60.00 ton

Ver diagrama de interaccionLa sección pasa

VERIFICACION DE SECCION DE VIGA

F'c= 210.00 Kg/cm2d= 55.00 Cm.b= 50.00 Cm.

Fy= 4200.00 Kg/cm2Método de la rotura

Mu= 5.00 Ton-m.W= 0.018As= 2.43 cm2

Asmin= 6.64 cm2Usar:

7.3 VERIFICACION DE SECCION EN COLUMNA DE TORRE

POR FLEXION

D1 D2

La torre deberá soportar el desplazamiento D1 y D2 producido en el montaje

Page 21: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

L1 L L225.00 65.00 25.00

Se calculó anteriormente:D1= 1.44 cmD2= 1.44 cm 1.44 cm

La torre se calculará como una viga en volado

Modulo elasticidad material columna E= 220,000.00 kg/cm2Momento de inercia de la columna 5,000,000.00 cm4Altura de la torre 7.85 m

M= 77.07 ton-mMomento resistente sección columna en la base Mr= 90.00 ton-m

Mr>M BIEN LA SECCION PASA

POR FLEXO-COMPRESIONReacción en la torre V= 29.43 tonMomento en la base M= 77.07 ton-mUbicando dichos puntos en el diagrama de interaccion

Pasa la secciòn

Se escoge el mayor D =

M=3 E I

Ht 2Δ

Page 22: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

CONFORMECONFORME

Page 23: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

CONFORMECONFORME

Page 24: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

La viga de rigidez se considera recta y senciblemente horizontal, de momento de inercia constante y suspendida del cable

El peso propio se considera uniformente repartido po undidad lineal horizontal, de manera que la curva inicial del cable es

El peso propio del puente es tomado íntegramente por el cable, no ocasionando ningún esfuerzo sobre la viga de rigidez

coeficiente que varía de acuerdo a la luz y características de los elementos del puente

0.0010457.1718282.0023625.4726669.5627635.2126794.7324486.2821136.1017288.3113645.7227635.21

MMAXIMO

Page 25: DISEÑO PUENTE COLGANTE.xls

-2966.957-2298.922-1842.023-1574.278-1485.177-1585.598-1910.968-2273.418-2561.361-2755.426-2843.750-2966.96

Las vigas se diseñarán en madera y estarán conformadas por un cordon inferior y un cordon superior, ambos unidos

VMINIMO