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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=
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 =
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
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=
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=
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)=
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 =
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
CONFORMECONFORME
CONFORMECONFORME
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=
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 =
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
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 ]
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 )=
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 =
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=
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)=
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 =
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
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
CONFORMECONFORME
CONFORMECONFORME
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
-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