Sheet: PUENTESheet: ESTRIBOSSheet: METRADOSDISEO ESTRUCTURAL DE
UN PUENTE COLGANTE PEATONALPROYECTO :PUENTE PASARELA
DIQUEEXPEDIENTE N :1.9970454E7CARACTERISTICAS DE MADERA ESTRUCTURAL
C A B L E P R I N C I P A L GRUPO Esfzos. adm.
Kg/cm2.DensidadDimetroCNumero de Dist. entreLong. de cable
aLongitudTorque de Long. cableLong. por numero Long. porLong.
extremoLong. fiadorLong. fiadorLong. camaraLong. camaraLong.
cabezaLongitudNumero de Long. totalNumero
totalFLEXIONCORTEKg/m3.cable principalgrampasgrampasdoblar desde el
guard.extremo libreaprete tuercasprincipalde
grampasdobladolibreizquierdoderechode anclaje izq.de anclaje
der.columnacablecablescableGrampasA0.1140.4560.114193.4
0.0
B0.8752.04.00.1320.5280.132334.8
0.0
C1.03.05.00.1560.780.156334.8
0.0
1.1254.06.00.1741.0440.174334.8
0.0
DATOS A INGRESAR PARA EL DISEO
ESTRUCTURAL1.255.07.00.1921.3440.192535.70.06.9120000000000018.0642.95219.71066934160299419.106243422199744.8222771187482394.8222771187482390.767.089467001299214.0268.0168.01
3/86.0
0.0
Ingrese longitud del puente
.................................................L
=60.0m1.57.08.00.2281.8240.228535.7
0.0
Ingrese flecha del cable
...............................................................f
=4.137931034482759m1.6258.08.00.2522.0160.252640.0
0.0
Sobrecarga mxima (motocar)
.........................................................................W
=500.0Kg1.759.0
0.0
Factor de impacto (25 al 50%)
...................................................................................I
=25.0%Separacin entre largueros a eje
..................................................................S
=0.95m.Separacin entre viguetas a eje
.............................................................................S'
=2.0m.Ancho til mximo del tablero
....................................................................................A
=2.0m.Contra flecha
.............................................................................................................f'
=0.4137931034482759m.Altura de la pendola mas
pequea.................................................................H'
=1.2m.Grupo de madera estructural
....................................................................bA)DISEO
DEL ENTABLADO: Se asumirmadera estructural del grupo:bSe asume la
seccin debase ( b ) =10.0"109.24709333333332Cm3.2.0"altura ( h )
=2.0"R = 2/3 * b * h = 86.02133333333332Cm2.10.0"Cargas actuantes
mximas :Momento por sobrecarga
.........................................................Msc = (W +
I) * L/2 =14843.75Kg-cm.Cortante por sobrecarga
...........................................................T = (W +
I) / 2 =312.5Kg.Esfuerzos actuantes :Esfzos. Adm.Esfuerzo a la
flexin ( f ) ................................................f =
Msc / S =135.87318021092736Kg/cm2.vs.150.0 OK!Esfuerzo al corte ( t
) ...............................................t = T / R
=3.632819765639532Kg/cm2.vs.12.0 OK!B)DISEO DE LOS LARGUEROS:Se
asume la seccin de5.0"base ( b ) =4.0"273.1177333333333Cm3.altura (
h ) =5.0"R = 2/3 * b * h = 86.02133333333333Cm2.4.0"B.1)Momento por
carga permanente : Densidad Madera Grupob=650.0Kg/m3.Peso del
entablado
............................................................w = h *
d * =31.368999999999996Kg/m.Peso de largueros
.............................................................w = h
* d * * 1 =8.38708Kg/m.Peso de clavos/otros
....................................................=3.0Kg/m.Carga
permanente Wd = 42.75608Kg/m.Momento por carga permanente
..................................2137.804Kg-m.Cortante por carga
permanente ...........................................Twd = Wd * S
/ 2 =42.75608Kg.B.2)Momento por sobrecarga :Cargas actuantes mximas
:Momento por sobrecarga
............................................Msc = (W + I) * S' / 4
=31250.0Kg-cm.Cortante por sobrecarga
....................................................Tsc = (W + I) /
2 =312.5Kg.Esfuerzos actuantes totales :Esfzos. Adm.Esfuerzo a la
flexin ( f )
..................................................=122.24692843086476Kg/cm2.vs.150.0
OK!Esfuerzo al corte ( t )
...............................................=4.12986018972038Kg/cm2.vs.12.0
OK!C)DISEO DE LAS VIGUETAS :Se asume la seccin de6.0"base
=4.0"S=393.289536Cm3.altura =6.0"R=103.2256Cm2.4.0"C.1)Momento por
carga permanente :Peso del entablado
.................................................................=66.04Kg/m.Peso
de largueros
.....................................................................=30.193488Kg/m.Peso
de viguetas
............................................................=10.064496Kg/m.Peso
de clavos/otros
.............................................................=15.0Kg/m.Carga
permanenteWd = 121.29798400000001Kg/m.Momento por carga permanente
...................................................=6686.551368Kg-m.Cortante
por carga permanente
...........................................=42.75608Kg.C.2)Momento
por sobrecarga :Cargas actuantes mximas :Momento por sobrecarga
....................................................=31250.0Kg-cm.Cortante
por sobrecarga
..................................................=312.5Kg.Esfuerzos
actuantes totales :Esfzos. Adm.Esfuerzo a la flexin ( f )
.......................................................=96.45960010489576Kg/cm2.vs.150.0
OK!Esfuerzo al corte ( t )
.............................................................=3.4415501581003163Kg/cm2.vs.12.0
OK!D)DISEO DE LAS PENDOLAS :Peso del entablado
.....................................................=151.892Kg. P
E N D O L A SPeso de largueros
..............................................................=69.44502239999998Kg.Diam.
( " )As (cm2)Peso kg/ml.Peso de viguetas
...........................................................=23.1483408Kg.0.51.271.02Peso
de clavos/otros
..........................................................=15.0Kg.0.6251.981.58Peso
por carga permanente
.....................................................Pd
=259.48536319999994Kg.0.752.855.0Peso por sobrecarga
........................................................................P
l =625.0Kg.Peso total
.........................................................................................P
t =884.4853631999999Kg.Utilizaremos varillas de acero que en uno de
sus extremos llevarn ojos soldados y asumiremos1,000 Kg/cm2. para
el esfuerzo admisible, el rea necesaria ser igual a As pndola = P t
/ f adm.As pnd. =0.8844853631999999cm2.Por lo tanto usaremos
pndolas de 0.5D,1)Determinando la longitud de la pendolasy = 4f .
x/lN PENDOLASPENDOLA
Nxy15.01.20505747126436782.03.01.24551724137931033.05.01.32643678160919534.07.01.4478160919540235.09.01.6096551724137936.011.01.81195402298850587.013.02.0547126436781618.015.02.33793103448275869.017.02.66160919540229910.019.03.02574712643678211.021.03.430344827586206512.023.03.875402298850574713.025.04.36091954022988514.027.04.88689655172413815.029.05.453333333333333
SUB TOTAL40.73333333333333mlTOTAL162.9333333333333Peso de
pendola por ml.1.02Kg/mlPeso total de
pendolas166.19199999999998KgPeso por ml2.7698666666666663Kg/ml
E)DISEO DE LOS CABLES PRINCIPALES: Se usarn como mnimo dos cables
por banda.Peso entablado/larguero/vigueta
..........................................=129.74268159999997Kg/ml.n
= flecha / LongitudPeso del cable principal
.........................................................=24.8Kg/ml.n
=0.06896551724137931Peso de pndolas
................................................................=14.0Kg/ml.Peso
de barandas y viga de
rigidez............................................=70.0Kg/ml.Peso
por carga permanente
................................................Pd
=238.54268159999998Kg/ml.R.E.R. es la Resistencia EfectivaTasa de
cambio:Peso por sobrecarga
...............................................................P l
=625.0Kg/ml.a la Ruptura en Toneladas$ 1.00 = S/.2.83RESISTENCIA
EFECTIVAPeso total
.....................................................................................=863.5426815999999Kg/ml.cables
con alma de acero.I.G.V. (%) =18.0A LA RUPTURA EN TON. C A B L E P
R I N C I P A L Costo por metro linealALMA DEALMA DELa Tensin
Horizontal es :H =93.91026662399999TonC.DimetroR.E.R.En US $En
SolesFIBRAACEROpesoareaLa Tensin del Cable es :T
=97.4180350040032Ton23.755.1817.2980922.00.87532.136.3821.305372Ingrese
Cdigo de dimetro (del 1 al
9):5.064.47Ton.3.01.041.718.4628.251324000000004Ingrese Factor de
Seguridad (de 2 a 6)
:2.64.01.12552.4910.434.729765.01.2564.4713.2844.347232N total de
cables en ambas bandas
:4.06.01.37577.5414.3647.953783999999997.01.591.816.5455.233675999999996Se
usarn 2.0cables de1.25por
banda8.01.625106.7719.41999999999999864.8511489.01.75123.7422.374.46862Fuente
: Cables TRANSAF)DISEO DE LAS CAMARAS DE ANCLAJEF.1)Margen
izquierda1.0Long. horizontal fiador izquierdo LHi =14.5m2.0Desnivel
con relacin al pie de la torre izquierdae1 =-0.5m3.0Coeficiente de
seguridadCs =2.04.0Angulo de friccion interna del
suelo&=29.05.0Peso especifico del
suelop=1600.0Kg/m36.0Resistencia del sueloPvi1.2Kg/cm27.0Altura
total de la torreh`=5.751724137931035m8.0Tensin HorizontalH
=93.91026662399999Ton.9.0Angulo del cable principal Tg @ = 4f/L`@
=15.4221613187386710.0Angulo del fiador Izquierdo Tg @ i =
f+f'/L1`@ i =23.3234535161581511.0Long. fiador izquierdo L i
=19.710669341602994m12.0Tensin en el fiador Ti = H/cos @Ti
=102.26708360262096Ton.13.0Tensin vertical fiador Tvi = Ti*sen@Tvi
=40.4897297001931Ton.Dimensiones de la camara de anclajeBaseb
=4.4mAnchoa =4.4mAltura totalh =3.5mAltura posterior librehp
=0.0mAltura anterior libreha =0.0mPeso especifico del Concreto
simplePa =2.3Ton.Peso de la cmara de anclajePc
=155.848Ton.Resultante vertical Rv = Pc - TviRv
=115.35827029980692Ton.Presin mxima Pv= 2 * Rv / a *
bPv=1.1917176683864348Kg/cm2 Pvi > PvBIEN !!Entonces Rvf= Pc -
2*TviRvf=74.86854059961381Ton.Fuerza que se opone al deslizto. Fdi
= 0,7 * RvfFdi =52.407978419729666Ton.Empuje sobre las paredes del
macisoEmpuje activoEa = 0,5 x p x h^2 x tg^2 (45-&/2) x 2 x bEa
=29.923040465339067Ton.Entonces la friccion que se ejerce ser Fd2 =
0,6 * EaFd2 =17.953824279203438Ton.Empuje pasivoEp = 0,5 x p x h^2
x tg^2 (45+&/2) x bEp=124.27443007696583Ton.Fuerza
resistenteFuerza resistente total Frt= Fd1+Fd2+Ep >=
2HFrt=194.63623277589892Ton.Fuerza resistente total > 2 *
H2H=187.82053324799998Ton.194.63623277589892>187.82053324799998BIEN
!!F.2)Margen derecha1.0Long. horizontal fiador derechoLHd
=14.5m2.0Desnivel con relacin al pie de la torre derechae2
=0.85m3.0Coeficiente de seguridadCs =2.04.0Angulo de friccion
interna del suelo&=29.05.0Peso especifico del
suelop=1600.0Kg/m36.0Resistencia del sueloPvi1.7Kg/cm27.0Altura
total de la torreh`=5.751724137931035m8.0Tensin HorizontalH
=93.91026662399999Ton.9.0Angulo del cable principal Tg @ = 4f/L`@
=15.4221613187386710.0Angulo del fiador derecho Tg @ d = f+f'/L2`@
d =18.67782122432134511.0Long. fiador derecho L d
=19.10624342219974m12.0Tensin en el fiador Td = H/cos @Td
=99.13107259457587Ton.13.0Tensin vertical fiador Tvd = Td*sen@Tvd
=31.746360048993107Ton.Dimensiones de la camara de anclajeBaseb
=4.4mAnchoa =4.4mAltura totalh =3.5mAltura posterior librehp
=0.0mAltura anterior libreha =0.25mPeso especifico del Concreto
simplePa =2.3Ton.Peso de la cmara de anclajePc
=155.848Ton.Resultante vertical Rv = Pc - TviRv
=124.1016399510069Ton.Presin mxima Pv= 2 * Rv / a *
bPv=1.282041735031063Kg/cm2 Pvi > PvBIEN !!Entonces Rvf= Pc -
2*TviRvf=92.35527990201379Ton.Fuerza que se opone al deslizto. Fdi
= 0,7 * RvfFdi =64.64869593140965Ton.Empuje sobre las paredes del
macisoEmpuje activoEa = 0,5 x p x h^2 x tg^2 (45-&/2) x 2 x bEa
=29.923040465339067Ton.Entonces la friccion que se ejerce ser Fd2 =
0,6 * EaFd2 =17.953824279203438Ton.Empuje pasivoEp = 0,5 x p x h^2
x tg^2 (45+&/2) x bEp=107.15499328064911Ton.Fuerza
resistenteFuerza resistente total Frt= Fd1+Fd2+Ep >=
2HFrt=189.7575134912622Ton.Fuerza resistente total > 2 *
H2H=187.82053324799998Ton.189.7575134912622>187.82053324799998BIEN
!!G)DESPLAZAMIENTO DEL CARRO EN LA TORRE PARA CADA
FIADORG,1)Actuando carga muertaTensin Horizontal para Carga Muerta
Hc = p*l / 8*fHc =25.941516623999995TonA = seccion del cableA
=15.339807878856412Cm2E = modulo de elasticidad E =2100000.0E
=1400000.0Kg/cm2E = 2/3 de E normal segn SteinmannX1
=2.823542793519391CmX2 =2.571675554282061CmG,2)Actuando la
sobrecargaTension HorizontalHt =93.91026662399999TonTension en cada
ColumnaHt1 =46.955133311999994TonX1
=6.05683214540561CmG,3)Variacion del desplazamientoX
=3.2332893518862194CmAsumimosX` =3.0CmLa proyeccion de la plancha a
cada lado serX'' =6.466578703772439CmG,4)Calculo de los carros de
dilatacionLa presin vertical en la torre izquierdaPv1
=66.3960101481931TonLa presin vertical en la torre derechaPv2
=57.65264049699311TonLa presion en las columnas de la torre
izquierdaP1 =33.19800507409655TonLa presion en las columnas de la
torre derechaP2 =28.826320248496554TonG,5)Diametro de los aceros
moldeados f = 0,42(p/r.E)f = Esfuerzo admisible sobre el rodillo en
Tn/cm2E = Mdulo de elasticidad l = log. del rodillo, n= numero de
rodillosP = P/a.n. = Presin unitaria encada rodilloa = Ancho de la
platinaf =7.5Ton/cm2n = Numero de rodillosn =3.0d =5.0Cma = 758,52
. P/ f . n . da =29.84456392154514CmDejando 2 cm. a cada lado que
guien a los rodillos la plancha inferior tendrAnchoa=34.0CmLargol`
=24.933157407544876Cm La presin sobre la placa es.Pp
=39.161181954779224Kg/cm2 G,6)Espesor de las planchasEl
desplazamniento de la plancha superior es e =5.5CmEl momento en el
voladizo serM =592.3128770660358Kg-cmRadio de la parte cuba plancha
superiorc =12.466578703772438Cm r = (f + c)/2fr
=20.777631172954063Cmx=9.233289351886219y = ( r - e)y
=18.613337285496574Cme` =4.491232347133323Cma=1.0CmS = a'' b/6S
=3.3618613326561166Cm3R = M/SR=176.18599295351223Kg/cm2
176.18599295351223
