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DISEÑO ESTRUCTURAL DE UN PUENTE COLGANTE PEATONAL

PROYECTO: CONSTRUCCIÓN DEL PUENTE COLGANTE SOBRE EL RÍO QUISTO EN LA LOCALIDAD DE NUEVO PARAÍSO

1.0 DISEÑO DEL TABLERO DE MADERA

CARACTERISTICAS DE MADERA ESTRUCTURAL

Clasificación

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= 500.00 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= 1.85 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=

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1.1 DISEÑO DEL ENTABLADO

Asumiendo la seccion de :BASE (b)= 8 "ALTURA( h)= 1.5 "

S=B*H^2/6 49.16 cm3 0.65

Momento por sobrecarga M=W*L^2/8 3,300.78 Kg-cm

Esfuerzo actuante 67.14 < 150 CONFORME

Esfuerzo Cortante v=w*l/2 203.125 kg

Esfuerzo actuante V=3/2*v/(b+h) 3.94 < 12 CONFORME

1.2 DISEÑO DE LARGUEROS

Asumiendo la seccion de :BASE (b1)= 5 "ALTURA(h1) 6 "

Densidad de madera tipo BS=b*h^2/6 491.61 cm3R=2/3b*h 129.03 cm2 2.00

CARGAS ACTUANTESMOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado 16.10 Kg/mPeso de largueros 12.58 Kg/mPeso de clavos y otros, 3.00 Kg/m

Wd= 31.68 Kg/m

Momento por carga muerta M=Wd*D^2*/8 1583.89 Kg-mCortante por carga muerta V=Wd*D/2 31.68 kg

MOMENTO POR CARGA VIVA

Momento por sobrecarga ML=Sc*D/4 31250 312.5Cortante por Sobrecarga V=Sc*D/2 625

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+ML)/S 66.79 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vl)/R 9.57 < 12 CONFORME

1.3 DISEÑO DE VIGUETAS

Asumiendo la seccion de :BASE (b2)= 4 "ALTURA(h2) 7 "No largueros 4

Densidad de madera tipo BS=b*h^2/6 535.31 cm3 A= 1.85 R=2/3b*h 120.43 cm2

CARGAS ACTUANTES

MOMENTO POR CARGA MUERTAPeso del entablado 66.04 Kg/mPeso de largueros 43.52 Kg/mPeso de viguetas 10.06 Kg/mPeso de clavos y otros, 15.00 Kg/m

Wd= 134.63 Kg/m

Momento por carga muerta Md=Wd*A^2*/8 5,759.50 Kg-cmCortante por carga muerta Vd=Wd*A/2 124.53 kg

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 =

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MOMENTOS POR LA BARANDAPeso de baranda (P) 70.00 Kg Total por carga muertaMomento de la baranda (Mb) 875.00 Kg-cm 6,634.50 Kg-cmCortante por la baranda muerta Vb=P 70.00 kg 194.53 kg

MOMENTOS POR S/C ML=Sc*A^2/8 26,738.28 Kg-cmCortante por Sobrecarga VL=Sc*A/2 578.13 Kg

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+Mb+ML)/S 73.10 < 150 CONFORMEEsfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vb+VL)/R 5.99 < 12 CONFORME

2.0 DISEÑO DE PENDOLAS

Se usarán varillas de fierro liso , que en sus extremos llevarán ojos soldados eléctricamente,

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

Cortante total P= 772.65 Kg 1/2" 1.27 1.02Apendola=P/(0,6*Fy) Apend= 0.52 cm2 5/8" 1.98 1.58

3/4" 2.85 5

Se usarán péndolas de diámetro= 5/8"

SECCION DE LA PLANCHA

Cortante total P= 772.65 Kg Esfuerzo compresión made 28.00 Kg /cm2Area plancha 27.59 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 = 2,238.77 kg-cmFadm = 0.6*Fy 1500 Kg /cm2

a

772.65

e= 13.4 mm

Utilizar plancha de :largo total 15 cmancho = 5 cmespesor = 20 mm b= 11.59 cm

e = √ 6 Mpa Fadm

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3.0 DISEÑO DE CABLES PRINCIPALES

f

Y1 p

f ' k2

LH1 L LH2

DATOS:Longitud de torre a torre L= 60 mIngrese flecha del cable f= 5.4 mContraflecha f"= 0.42 mtsLongitud horiz. fiador izquierdo LH1= 10.00 mtsLongitud horiz. fiador derecho LH2= 8.96 mtsAltura péndola mas pequeña p= 1.00 mtsProfundidad anclaje izquierdo k1= 2.8 mtsProfundidad anclaje derecho k2= 2.8 mts

Altura del fiador izquierdo Y1 = 9.62 mAltura del fiador derecho Y2 = 9.62 m

Calculo del peso distribuido del puente por metro lineal:

Peso de Viguetas,largueros, entablado 124.53 kg/mPeso de barandas 140.00 kg/mPeso de cables(6,2Kg/ml), 6 cables 37.62 kg/mPeso de péndolas 14.22 kg/m

Total peso muerto 316.37 kg/mSobrecarga 625.00 kg/mTOTAL CARGAS P= 941.37 kg/m

FACTOR SEGURIDAD 4N= f/L = 0.09

TENSION HORIZONTAL 78,447.47 kg

CABLE PRINCIPALTENSION EN ELCABLE PL^2*(1+16*N2 82,265.40 kg Æ Area (cm2) R,E,R (TN)

1/2" 0 1.33 19.8TENSION Tu=FS*T 329.06 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 usarán 5.10 cables 1 1/4" 5 8.04 64.47 1 3/8" 6 9.62 77.54USAR 3 CABLES 03por 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 3 CABLES DE 1 1/2"Area = 34.02 cm2 por banda

H= PL2

8 f=

T= PL2

8 f√1+N2=

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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= 2.80 mts

2.40 Tn/m32.80 kg/cm2

ANGULOS FORMADOS EN EL PUENTE

19.8 43.89

6.80 L1

43.89

10.00

RADIANES GRADOS0.35 19.800.77 43.890.82 47.03

Longitud del fiador izquierdo (L1) 13.88 mLongitud del fiador derecho (L2) 13.15 m

4.1 PRESIONES SOBRE EL TERRENO136.08 Tn

Tension Horizontal H = 61.78 Tn (para todo el puente)85.72 Tn59.43 Tn

Componente Vertical de la reaccion Rv=W-Tv1= 76.65 TnPresion máxima ejercida al suelo P=2*Rv/(A*B)= 0.76 kg/cm2 < G 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 = 17.22 tonFuerza que se opone al deslizamiento Fd1= Uf*RV= 8.61 tonCalculo de empujes en la camara Peso especifico terreno b= 1.80 ton/m3Angulo de reposo f= 34.00 °Coeficiente friccion Uf 0.50

17.95 ton (caras laterales)Fuerza friccion que opone al deslizamiento Fd2=Uf*Ea= 8.98 ton

112.31 ton

Fuerza resistente total Frt = (Fd1+Fd2+Ep) = 129.90 ton

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=

l1 =

Ht =

1 =F

1 =F f =

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Se debe cumplir Frt >2H CONFORMEFrt= 129.90 ton2H= 123.55 ton

5.0 DISEÑO DE LOS CARROS DE DILATACION

DESPLAZAMIENTO DE LOS CARROS

Peso propio del puente Wd= 316.37 kg/mPeso por lado 158.18 kg/mEmpuje Hpp=pl^2/8f 13,182.07 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 34.02 cm2D1= 1.03 cms Desplazamiento en portico izquierdo D2= 1.15 cms Desplazamiento en portico derecho

Desplazamiento maximo con sobrecarga y temperaturala tension horizontal maxima es 78,447.47 KgTension por lado H1= 39,223.74 KgEl desplazamiento sera

cc= 0.000012 t= 18.00 C*

D1= 3.47 cmLuego el desplazamiento neto es D=D1-D 3.00 cmLa plancha metálica debe tener un mínimo 3.00 cms a cada lado del eje de la torre

Presion vertical sobre la torre 103,707.56 Kg

Presion en cada columna 51.85 TnEsfuerzo 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= 31.14 cms P= 42.47Dejando 2,5 cms de borde acada ladoAt=A+2*2,5 37.00 cmsLargo de platina=(n-1)*(d+1)+2*8= 33

Si la plancha superior se desplaza 3.00 cms La distancia extrema aumentara 6 cms a 9 cms

El momento que se produce en el volado sera =( M) =P/A*B M= 1719.97 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= 18.99E`=f-(r-y)+2 E`= 7.98Considerando uan faja de 1 cm de ancho y el espesor en la seccion E`S=ab^2/6 S= 10.60 cm2R=M/S R= 162.25 kg/cm2 Ra= 2100

Es R<Ra CONFORMEEspesor de plancha inferior Si la plancha superior se desplaza 3.00 cms , los rodillos giraran 1.5la distancia al borde libre sera 7.5M=P*L^2/2 M= 1194.42

Considerando el espesor de la plancha inferior = 3.80 cmsS=ab^2/6 S= 2.41 cm2R=M/S R= 496.30 kg/cm2

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)=

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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

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 grados43.89 grados47.03 grados

TENSION HORIZONTAL Ht= 78,447.47 kg (para todo el puente)TENSION HORIZONTAL H= 39,223.74 kg (por cada banda)

TORRE IZQUIERDO TORRE DERECHO 14.12 ton 14.12 ton 37.73 ton 42.11 ton

V= V1 + V2 = 51.85 ton V= V1 + V2 = 56.23 ton

Elegimos el mayor Reacción en la torre V= 56.23 tonAltura de la torre Ht= 6.82 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= 0.60 m

Esfuerzo de viento fv= 120.00 kg/m2Wv=fv x Pc = 72.00 kg/mWv1= Wv = 0.072 ton/mWv2=1/2Wv = 0.036 ton/m

V V

Wv1 Wv2

El cálculo del pórtico se realizará mediante el programa SAP 2000. Ver archivo de entrada y resultados

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 =

M=3 E I

Ht 2Δ

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VERIFICACION DE SECCION DE COLUMNA

Momento máximo obtenido del análisis 1.21 ton-mCarga axial máximo del análisis 63.17 ton

Ver diagrama de interaccionLa sección pasa

VERIFICACION DE SECCION DE VIGA

F'c= 210.00 Kg/cm2d= 55.00 Cm.b= 40.00 Cm.

Fy= 4200.00 Kg/cm2Método de la rotura

Mu= 49.37 Ton-m.W= 0.254As= 27.93 cm2

Asmin= 5.31 cm2Usar:

6.3 VERIFICACION DE SECCION EN COLUMNA DE TORRE

POR FLEXION

D1 D2

L1 L L210.00 60.00 8.96

Se calculó anteriormente:D1= 1.03 cmD2= 1.15 cm 1.15 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 I= 900,000.00 cm4Altura de la torre 6.82 m

M= 14.68 ton-mMomento resistente sección columna en la base Mr= 30.00 ton-m

Mr>M BIEN LA SECCION PASA

POR FLEXO-COMPRESIONReacción en la torre V= 56.23 tonMomento en la base M= 14.68 ton-mUbicando dichos puntos en el diagrama de interaccion

Pasa la secciòn

4 f de 1"+2 f de 3/4"+4 f de 5/8"

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

Se escoge el mayor D =