diseno puente colgante

DISEO ESTRUCTURAL DE UN PUENTE COLGANTE PEATONAL

PROYECTO:PUENTE PEATONAL DE CARAPONGO

1.0 DISEO DEL TABLERO DE MADERA

CARACTERISTICAS DE MADERA ESTRUCTURAL

Clasificacin por grupo estructural de especies estudiadas por el Padt-Refort de la

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/cm2 GRUPO A GRUPO B GRUPO C

En flexin (fm) 210.00 150.00 100.00

En corte ( fv) 15.00 12.00 8.00

En compresin pararela a las fibras (fc) 145.00 110.00 80.00

En compresin perpendicular fibras (fc) 40.00 28.00 15.00

En traccin pararela a las fibras (ft) 145.00 105.00 75.00

Mdulo de elasticidad mnimo (E) 95 000.00 75 000.00 55 000.00

Mdulo de elasticidad promedio (Eprom) 130 000.00 100 000.00 90 000.00

Densidad (kg/cm3) ( d ) 750.00 650.00 450.00

DATOS A INGRESAR

SECCION TRANSVERSAL DE

PUENTE COLGANTE PEATONAL

d

A

Sobrecarga mxima (motocar) Sc= 350.00 Kg/m

Factor de impacto (25 al 50%) i= 25.00 %

Separacin entre largueros a eje d= 0.65 m

Separacin entre viguetas a eje D= 2.00 m

Ancho til mximo del tablero A= 2.00 m

Clasificacin grupo de especie B

Esfuerzos admisibles de la madera

En flexin (fm) 150 Kg/cm2

En corte (fv) 12 Kg/cm2

En compresin perpendicular fibras (fc) 28 Kg/cm2

En compresin pararela a las fibras (fc) 110 Kg/cm2

En traccin pararela a las fibras (ft) 105 Kg/cm2

Densidad de madera d= 650 Kg/m3

1.1 DISEO 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 s=M/S 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 DISEO DE LARGUEROS


BASE (b1)= 3 "

ALTURA(h1)= 5 "

Densidad de madera tipo B

S=b*h^2/6 204.84 cm3

R=2/3b*h 64.52 cm2 2.00

CARGAS ACTUANTES

MOMENTO POR CARGA MUERTA

Peso del entablado W= h*d*d 21.46 Kg/m

Peso de largueros w1=b2*h2*d*1,00 6.29 Kg/m

Peso 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-m

Cortante por carga muerta V=Wd*D/2 30.75 kg

MOMENTO POR CARGA VIVA

Momento por sobrecarga ML=Sc*D/4 21875 218.75

Cortante por Sobrecarga V=Sc*D/2 437.5

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+ML)/S 114.30 < 150 CONFORME

Esfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vl)/R 7.26 < 12 CONFORME

1.3 DISEO DE VIGUETAS


BASE (b2)= 4 "

ALTURA(h2)= 6 "

No largueros 4

Densidad de madera tipo B

S=b*h^2/6 393.29 cm3 A= 2.00

R=2/3b*h 103.23 cm2

CARGAS ACTUANTES

MOMENTO POR CARGA MUERTA

Peso del entablado W= h*D*d = 66.04 Kg/m

Peso de largueros w1=b2*h2*D*d *N/A = 40.26 Kg/m

Peso de viguetas Wv=b2*h2*d*1 = 10.06 Kg/m

Peso de clavos y otros, 15.00 Kg/m

Wd= 131.36 Kg/m

Momento por carga muerta Md=Wd*A^2*/8 6 568.12 Kg-cm

Cortante por carga muerta Vd=Wd*A/2 131.36 kg

MOMENTOS POR LA BARANDA

Peso de baranda (P) 70.00 Kg Total por carga muerta

Momento 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-cm

Cortante por Sobrecarga VL=Sc*A/2 437.5 Kg

Esfuerzos actuantes totales a flexion E=(Md+Mb+ML)/S 74.55 < 150 CONFORME

Esfuerzos actuantes totales al corte V=(Vd+Vb+VL)/R 6.19 < 12 CONFORME

2.0 DISEO DE PENDOLAS

2.1 DIAMETRO DE LA PENDOLA

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

ojos soldados electricamente,

Fadm,=0,6*fy fy= 2500 Kg /cm2 PENDOLAS

Diametro As(cm2) peso(kg/ml)

Cortante total P= 638.86 Kg 1/2" 1.27 1.02

Apendola=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 DISEO DE UNION INFERIOR DE PENDOLA

SECCION DE LA PLANCHA

Cortante total P= 638.86 Kg

Esfuerzo compresin madera 28.00 Kg /cm2

Area plancha 22.82 cm2

Base de la vigueta 10.0 cm

Ancho de la plancha a= 5.0 cm (mnimo 5 cm)

Clculo del espesor de la plancha (e)

Momento Mp = Pb/4 = 1 800.00 kg-cm

Fadm = 0.6*Fy 1500 Kg /cm2

a

638.86

e= 12.0 mm 3.19435634

Utilizar plancha de : 371.1374573

largo total = 15 cm

ancho a = 10 cm

espesor e= 14 mm b= 11.27

2.3 DISEO ABRAZADERA SUPERIOR DE LA PENDOLA

PLATINA

Tensin en la pndola P= 638.86 Kg

Esfuerzo admisible de la platina 1 200.00 kg/cm2

Area transversal requerida mnima platina 0.27 cm2

Usaremos platina de:

espesor = 1.27 cm

ancho = 10.00 cm

perno f = 1.91 cm

Ancho util de la platina 8.1 cm

Area transversal platina 10.3 cm2 BIEN

Fadma

Mp6e =

PERNO

Distancia entre apoyos 2.86 cm

Momento centro perno 456.39 kg-cm

dimetro mnimo del perno 1.57 cm BIEN

3.0 DISEO 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 parbola

- La forma y las ordenadas del cable se adume que permanecen invariables al aplicar la carga

- El peso propio del puente es tomado ntegramente por el cable, no ocasionando ningn 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 vara de acuerdo a la luz y caractersticas de los elementos del puente

k= 1/20 coeficiente de variacin de la seccin por analizar

L= 65.00 m

Sc= 350.00 kg/m

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

MMAXIMO = MTOTAL -MMIN

X/L X C(K) K verificador D(K) MMIN MTOTAL

0.00 0.00 0.425 0.347 0.000 0.554 0.00 0.00

0.05 3.25 0.447 0.363 0.000 0.508 -8391.27 2065.90

0.10 6.50 0.472 0.382 0.000 0.459 -14367.66 3914.34

0.15 9.75 0.500 0.403 0.000 0.408 -18080.16 5545.31

0.20 13.00 0.531 0.427 0.000 0.354 -19710.74 6958.82

0.25 16.25 0.567 0.454 0.000 0.299 -19480.34 8154.87

0.30 19.50 0.607 0.486 0.000 0.242 -17661.28 9133.46

0.35 22.75 0.654 0.523 0.000 0.184 -14591.70 9894.58

0.40 26.00 0.708 0.569 0.000 0.128 -10697.87 10438.24

0.45 29.25 0.773 0.626 0.000 0.076 -6523.88 10764.43

0.50 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)

( )

--=

N5

81XLXSc

2

1MTOTAL

( ) ( )N5

DXLXSc2M

K

MIN --=

( ) ( )32

K KKKXL4

LNC -+=

-=

( )

--=

N5

81X2LSc

2

1VTOTAL

--

-=

L

X

2

GL

X

2

1

N

81

L

X1LSc

2

11v 1

L

X1

L

X1

5

2G

23

L

X+

--

-=

Para secciones cercanas a los extremos del puente entre:

X=0 hasta 18.6875 m

Sern adicionados la siguiente cortante:

VMAXIMO= V1+V2

VMINIMO= VTOTAL -VMAXIMO

X/L X G(X/L) V1 VTOTAL

0.00 0.00 0.400 669.118 669.118

0.05 3.25 0.440 690.716 602.206

0.10 6.50 0.482 861.106 535.294

0.15 9.75 0.523 1136.948 468.382

0.20 13.00 0.565 1475.185 401.471

0.25 16.25 0.606 1834.846 334.559

0.30 19.50 0.647 2178.615 267.647

0.35 22.75 0.687 2474.153 200.735

0.40 26.00 0.726 2695.184 133.824

0.45 29.25 0.764 2822.338 66.912

0.50 32.50 0.800 2843.750 0.000

X/L X C(K) K verificador G(K) V2 VMAXIMO

0.00 0.00 0.425 0.347 0.000 0.685 2966.957 3636.074

0.05 3.25 0.472 0.382 0.000 0.713 2210.412 2901.128

0.10 6.50 0.531 0.427 0.000 0.747 1516.211 2377.317

0.15 9.75 0.607 0.486 0.000 0.790 905.712 2042.661

0.20 13.00 0.708 0.569 0.000 0.846 411.462 1886.647

0.25 16.25 0.850 0.703 0.000 0.922 85.311 1920.157

0.30 19.50 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2178.615

0.35 22.75 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2474.153

0.40 26.00 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2695.184

0.45 29.25 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2822.338

0.50 32.50 0 0.000 0.000 0.400 0.000 2843.750

VALORES MAXIMOS : 3636.07

3.3 DISEO DE ELEMENTOS DE VIGA DE RIGIDEZ

Las vigas de rigidez sern dos, ubicadas una a cada extremo y a lo largo de todo el tablero.

Las vigas se disearn en madera y estarn conformadas por un cordon inferior y un cordon superior, ambos unidos

por elementos denominados diagonales

Para el clculo, haremos uso de los momentos y fuerzas cortantes hallados anteriormente, los cuales sern

absorbidos por las dos vigas, luego para clculo de uno de ellos utilizaremos la mitad de los valores hallados.

CONSIDERANDO LOS MOMENTOS POSITIVOS:

CORDON INFERIOR

C C


BASE (b1)= 3 " T T

ALTURA(h1)= 5 " C.S

S=b*h^2/6 204.84 cm3

R=b*h 96.77 cm2 C.I




MMAXIMO = 27 635.21 kg-m

( ) ( )

-

--= 1GL

X

2

1

N

8K1LSc

2

12v K

2( )

X2L

L

4

NKKKG 32K

-=-+=

=

-=4

N1

2

LX

M= MMAXIMO /2 = 13 817.61 kg-m

T=M/a= 9 211.74 kg

Ft=T/R = 95.19 kg/cm2 < ft BIEN

CORDON SUPERIOR

C=T= 9 211.74 kg

Ft=C/R = 95.19 kg/cm2 < fc BIEN

CONSIDERANDO LOS MOMENTOS NEGATIVOS:

CORDON INFERIOR

Asumiendo la seccion de : C.S

BASE (b1)= 3 "

ALTURA(h1)= 5 " T

T C.I

S=b*h^2/6 204.84 cm3

R=b*h 96.77 cm2 C C




MMAXIMO = 19 710.74 kg-m

M= MMAXIMO /2 = 9 855.37 kg-m

T=M/a= 6 570.25 kg

Ft=T/R = 67.89 kg/cm2 < ft BIEN

CORDON SUPERIOR

C=T= 6 570.25 kg

Ft=C/R = 67.89 kg/cm2 < fc BIEN

4.0 DISEO DE CABLES PRINCIPALES

f

Y1 p

f '

k2

LH1 L LH2

DATOS:

Longitud de torre a torre L= 65.00 m

Ingrese flecha del cable f= 5.85 m

Contraflecha f"= 0.50 mts

Longitud horiz. fiador izquierdo LH1= 25.00 mts

Longitud horiz. fiador derecho LH2= 25.00 mts

Altura pndola mas pequea p= 1.50 mts

Profundidad anclaje izquierdo k1= 4.94 mts

Profundidad anclaje derecho k2= 4.94 mts

Altura del fiador izquierdo Y1 = 12.79 m

Altura del fiador derecho Y2 = 12.79 m

Calculo del peso distribuido del puente por metro lineal:

Peso de Viguetas,largueros, entablado 131.36 kg/m

Peso de barandas 140.00 kg/m

Peso de cables(6,2Kg/ml), 4 cables 25.08 kg/m

Peso de pendolas 14.22 kg/m

Total peso muerto 310.66 kg/m

Sobrecarga 437.50 kg/m

TOTAL CARGAS P= 748.16 kg/m

FACTOR SEGURIDAD 3.5

N= f/L = 0.09

TENSION HORIZONTAL 67 542.45 kg

CABLE PRINCIPAL

TENSION EN ELCABLE PL^2*(1+16*N2)^1/271 785.90 kg NoArea (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 nmero 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 DISEO DE CAMARA DE ANCLAJES

Para nuestro caso utilizaremos una cmara de

concreto ciclopeo slida y utilizaremos una sla

cmara para los dos grupos de cables

C

A

B

DATOS :

Ancho camara anclaje A= 4.50 mtsLargo camara anclaje B= 4.50 mts

Profundidad camara anclaje C= 3.00 mts

Peso especifico del concreto g = 2.30 Tn/m3Capacidad admisible del suelo en zona de anclaje s = 2.00 kg/cm2

ANGULOS FORMADOS EN EL PUENTE

RADIANES GRADOS

Angulo con el cable principal a= Arc Tang (4f/L) = 0.35 19.80

Angulo del fiador izquierdo a1= Arc Tang (Y1/LH1) = 0.47 27.09

Angulo del fiador derecho a2= Arc Tang (Y2/LH2) = 0.47 27.09

Longitud del fiador izquierdo (L1) 28.08 m

Longitud del fiador derecho (L2) 28.08 m

4.1 PRESIONES SOBRE EL TERRENO

Peso de la cmara de anclaje W=A*B*C*g = 139.73 Tn

Tension Horizontal H = 67.54 Tn (para todo el puente)

Tension en el fiador T1=H/Cos a1 = 75.87 Tn

==f8

PLH

2

=+= 22

N1f8

PLT

Tension Vertical en el fIador Tv1=T1*Sen a1= 34.55 Tn

Componente Vertical de la reaccion Rv=W-Tv1= 105.17 Tn

Presion mxima ejercida al suelo P=2*Rv/(A*B)= 1.04 kg/cm2 BIEN

4.2 ESTABILIDAD AL DESLIZAMIENTO

El coeficiente de seguridad de la camara al deslizamiento debe ser minimo 2

por tanto debe resistir una tension horizontal doble

Rv=W - 2*Tv1 = 70.62 ton

Fuerza que se opone al deslizamiento Fd1= Uf*RV= 49.43 ton

Calculo de empujes en la camara

Peso especifico terreno b= 1.6 ton/m3

Angulo de reposo f= 35

Coeficiente friccion Uf 0.7

Empuje activo Ea=1/2x b xC^2xTag(45-F/2)^2x2B= 17.56 ton (caras laterales)

Fuerza friccion que opone al deslizamiento Fd2=Uf*Ea= 12.29 ton

Empuje pasivo Ep=1/2x b xC^2xTag(45+F/2)^2xA= 119.56 ton

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

Se debe cumplir Frt >2H CONFORME

Frt= 181.28 ton

2H= 135.08 ton

6.0 DISEO DE LOS CARROS DE DILATACION

DESPLAZAMIENTO DE LOS CARROS

Peso propio del puente Wd= 310.66 kg/m

Peso por lado 155.33 kg/m

Empuje Hpp=pl^2/8f 14 022.96 kg

Desplazamiento del carro en cada torre por carga muerta

D1=Hpp L1 (Seca1)^3/EA (torre izquierdo)

D2=Hpp L2 (Seca2)^3/EA (torre derecho)

E= 2/3(2100000)= ########## kg/cm2

A=seccion Total cable por banda 27.70 cm2

D1= 1.44 cms Desplazamiento en portico izquierdo

D2= 1.44 cms Desplazamiento en portico derecho

Desplazamiento maximo con sobrecarga y temperatura

la tension horizontal maxima es 67 542.45 Kg

Tension por lado H1= 33 771.22 Kg

El desplazamiento sera

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

c= 0.000012 t= 30 C*

D1= 4.60 cm

Luego el desplazamiento neto es

D=D1-D 4.00 cm

La plancha metalica debe tener un minimo de 4.00 cms a cada lado del eje de la torre

Presion vertical sobre la torre

P=HxTg(a+a1)= 58 870.00 Kg

Presion en cada columna (P)= 29.43 Tn

Eesfuerzo admisible (Fa) 7.5 Tn/cm2 (sobre el rodillo)

diametro de rodillos (d) 7.5 cms

Numero de rodillos (n) 3 u

Ancho de la platina(A)=760xP/(Fa^2nd) Presion en la plancha=P/AL

A= 17.68 cms P= 38.78

Dejando 2,5 cms de borde acada lado

At=A+2*2,5 23.00 cms

Largo 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= 16.5

r=(f^2+c^2)/(2f)= r= 21.02

y=(r^2-^x^2)^0,5 y= 17.25

E`=f-(r-y)+2 E`= 6.24

Considerando uan faja de 1 cm de ancho y el espesor en la seccion E`

S=ab^2/6 S= 6.48 cm2

R=M/S R= 430.67 kg/cm2 Ra= 2100

Es R

Peralte que se opone al viento Pc= 1.00 m

Esfuerzo de viento fv= 120.00 kg/m2

Wv=fv x Pc = 120.00 kg/m

Wv1= Wv = 0.120 ton/m

Wv2=1/2Wv = 0.06 ton/m

V V

Wv1 Wv2

El clculo del prtico se realizar mediante el programa SAP 90. Ver archivo de entrada y resultados

VERIFICACION DE SECCION DE COLUMNA

Momento mximo obtenido del anlisis 5.00 ton-m

Carga axial mximo del anlisis 60.00 ton

Ver diagrama de interaccion

La seccin pasa

VERIFICACION DE SECCION DE VIGA

F'c= 210.00 Kg/cm2

d= 55.00 Cm.

b= 50.00 Cm.

Fy= 4200.00 Kg/cm2

Mtodo de la rotura

Mu= 5.00 Ton-m.

W= 0.018

As= 2.43 cm2

Asmin= 6.64 cm2

Usar:

7.3 VERIFICACION DE SECCION EN COLUMNA DE TORRE

POR FLEXION

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

D1 D2

L1 L L2

25.00 65.00 25.00

Se calcul anteriormente:

D1= 1.44 cm

D2= 1.44 cm Se escoge el mayor D = 1.44 cm

La torre se calcular como una viga en volado

Modulo elasticidad material columna E= 220 000.00 kg/cm2

Momento de inercia de la columna I= ########## cm4

Altura de la torre Ht= 7.85 m

D=2Ht

IE3M

M= 77.07 ton-m

Momento resistente seccin columna en la base Mr= 90.00 ton-m

Mr>M BIEN LA SECCION PASA

POR FLEXO-COMPRESION

Reaccin en la torre V= 29.43 ton

Momento en la base M= 77.07 ton-m

Ubicando dichos puntos en el diagrama de interaccion

Pasa la seccin

D=2Ht

IE3M

CONFORME

CONFORME

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 ntegramente por el cable, no ocasionando ningn esfuerzo sobre la viga de rigidez

MMAXIMO

0.00

10457.17

18282.00

23625.47

26669.56

27635.21

26794.73

24486.28

21136.10

17288.31

13645.72

27635.21

VMINIMO

-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 disearn en madera y estarn conformadas por un cordon inferior y un cordon superior, ambos unidos

diseno puente colgante

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