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SR. PAULO ESCOBAR. DIRECTOR: ING. MARCELO GUERRA. CODIRECTOR: ING. ANA HARO.

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1 SR. PAULO ESCOBAR. DIRECTOR: ING. MARCELO GUERRA. CODIRECTOR: ING. ANA HARO.

2 DISEÑO DE SUPERESTRUCTURA PUENTES ISOSTÁTICOS METÁLICOS FERROVIARIOS EN EL ECUADOR. CASO VIGAS TIPO I DE ALMA LLENA FERROVIARIOS METÁLICOS

3 INTRODUCCIÓN Y RESEÑA HISTORICA DE PUENTES FERROVIARIOS.

4 La terminación del ferrocarril a principios del siglo XX constituye uno de los más significativos proyectos de la historia ecuatoriana. Estimuló la creación de importantes empresas como el diario El Comercio, el Banco del Pichincha, entre otras. Esta obra fue terminada en un tiempo relativamente corto, a un costo razonable, y se incorporó la tecnología más avanzada de esa época para cumplir con el sueño de Alfaro.

5 El presidente Eloy Alfaro necesitaba de inversionistas que financiaran la construcción del ferrocarril, a los que encontró en el estadounidense Archer Harman en New York en 1896.

6 Archer organizó un pequeño cuerpo de ingenieros y consiguió un equipo de campaña que le permitiría viajar por el Ecuador y estudiar la vía férrea proyectada.

7 Una vez que concluyó sus estudios de la vía y las estimaciones de costos, Archer regresó a Quito para presentar sus planos y estimaciones a la comisión. Propuso un costo total estimado de $17 millones de dólares. El contrato de 35 artículos fue aprobado por el Congreso, cláusula por cláusula, y se firmó el 14 de junio de 1897.

8 Escribió lo siguiente a los inversores con respecto a las cláusulas del contrato: Las responsabilidades de la Compañía del Ferrocarril eran: Hacerse cargo de y asumir la responsabilidad de la vía existente de Durán a Chimbo, y dejarla en buen estado. Construir una vía de carácter permanente entre el Puente de Chimbo y Quito. Ejecutar una conexión adecuada entre Durán y Guayaquil. Suministrar estaciones, material rodante de primera, muelles y factorías.

9 A la terminación del ferrocarril, la compañía operaría la línea durante 75 años, a partir de lo cual toda la estructura sería traspasada al Gobierno del Ecuador, libre de toda carga.

10 El plazo de construcción del ferrocarril fue de seis años y las obras debían comenzar dentro de un año a partir de la firma del contrato. No obstante, en caso de contienda armada interna o externa, rebeliones, terremotos u otros desastres naturales, o epidemias, se permitiría un tiempo adicional.

11 En Escocia, Archer montó la Ecuadorian Association, Ltd., con respaldo financiero británico y escocés. La Association, constituida en febrero de 1899 con un capital de £ , se formó para construir y equipar el ferrocarril de Durán a Quito.

12 El 10 de Marzo de 1900 se escogió la ruta del Chanchán sobre la ruta del valle del Chimbo ya que esta era muy inestable por las lluvias que provocaban derrumbes en los taludes. Toda la extensión desde Bucay a Alausí, aguas arriba del Río Chanchán, era una enorme zona silvestre, de monte salvaje y peligroso. El mayor Harman relató que los primeros 32,18 km de la línea desde Bucay fueron muy arduos.

13 Continuó la construcción hacia arriba en el valle del Chanchán y exigió la obra colosal de veinticinco puentes entre Bucay y Licay

14 Se estudiaron los problemas planteados que se podían dar por la Nariz del Diablo y finalmente resolvieron el rompecabezas del Pistishi planificando una serie de zigzags cortados en las paredes de roca. Y así se adaptó el método del zigzag para trepar las vertiginosas alturas de la Nariz, con un zigzag de tres niveles

15 La vía férrea subiría con un rasante de tres y medio por ciento por una cornisa angosta cortada con voladura en la pared de roca perpendicular de la Nariz. Este plan audaz permitía al ferrocarril ascender hasta una altura de 500 metros en 77,24 kilómetros. Un logro asombroso.

16 La celebración y apertura oficial del Ferrocarril de Guayaquil a Quito tuvo lugar el día 25 de junio de Los pasajeros de ese primer tren fueron Archer Harman, el presidente Alfaro y su familia, y sus ministros de Estado. En el momento de la llegada, las campanas de todas las iglesias comenzaron a sonar en Quito.

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18 Las primeras líneas de ferrocarril de la primera mitad del siglo XIX la piedra se mantenía como el material de referencia.

19 La mayor parte de la carga que deben resistir los puentes de piedra corresponde a su peso propio y por lo tanto el gran incremento de carga variable que suponía el tren no implicaba una variación drástica de la carga total como sucedía en los arcos de madera o fundición, mucho más ligeros

20 Así pues, no es de extrañar que en estos primeros años se construyesen este tipo de puentes por millares. Incluso con el desarrollo de la siderurgia y el retroceso gradual de la piedra como material para la construcción de puentes, grandes viaductos de piedra se han seguido levantando a lo largo de todo el siglo XIX y, aunque desde principios del siglo XX, su construcción se ha abandonado prácticamente por completo, son todavía muy numerosos los que siguen y seguirán dando servicio a las líneas.

21 Todos los puentes de piedra requerían puentes previos de madera que soportasen la bóveda durante su construcción. Sólo una vez cerrado en su centro puede el arco soportarse a sí mismo, lo que en épocas clásicas y medievales llevó a la errónea suposición de que la piedra central jugaba un papel más decisivo que el resto, lo que posiblemente tenga que ver con que hoy llamemos a esta pieza clave del arco.

22 El hierro es obviamente progenitor del tren y por lo tanto, previamente a la aparición del ferrocarril moderno en 1830, ya se atesoraba, desde finales del siglo XVIII, una cierta experiencia en la construcción con hierro, impulsada por el progreso de la minería y la siderurgia en Inglaterra.

23 En 1830 el uso del hierro en los puentes podía considerarse habitual en Gran Bretaña y se acumulaba por tanto una cierta experiencia con este material en la construcción de puentes carreteros. La forma estructural típica el arco de hierro fundido y, en menor medida, el puente colgante con cadenas de hierro forjado. Sin embargo los diseños empleados para los puentes colgantes eran excesivamente flexibles para el paso de las locomotoras, cuyo peso era evidentemente mayor que el de los peatones o carruajes que hasta entonces los cruzaban Arco metálico propuesto por el Ingeniero Teldford, para remplazar al Old London Bridge (1801)

24 El arco muchas veces tampoco resultó adecuado para el ferrocarril, pues con frecuencia obligaba a elevar la rasante lo que implicaba no sólo un por entonces muy costoso movimiento de tierras, sino sobre todo unas pendientes que comprometían la funcionalidad de la línea. Puente en la l í nea London-Birmingham (1838) y viaductos Ferroviarios franceses de Nevers (1850).

25 La opción del puente de vigas podía resolver estos problemas, pero en cambio solo resultaba práctica para luces pequeñas, pues la fabricación de piezas de fundición de gran tamaño solía producir defectos en éstas. En esta situación se construyeron en los primeros días del ferrocarril puentes metálicos de diversas tipologías no siempre satisfactorias y de los que, al no haber perdurado, existen pocas referencias.

26 Un intento de resolver el problema fueron las vigas de dovelas de fundición o compound girder, que intentaban salvar luces mayores uniendo tramos más cortos de vigas de fundición. Para resistir las tracciones éstas se reforzaron con barras de hierro forjado que incluso se presolicitaban con cuñas hasta tensiones de 124 MPa, en lo que podría considerarse un antepasado del pretensado para un material, la fundición, que como el hormigón no era adecuado para resistir tracciones.

27 Las vigas en celosía tuvieron un fulgurante desarrollo a mediados del siglo XIX; y las siguientes décadas, hasta ya entrado el siglo XX, vieron la época dorada de esta tipología que fue rápidamente acaparando la construcción de puentes Figura 1.31 Elevación de la celosía tipo Bollman sobre el río Potomac en Harpers Ferry

28 Las celosías permitían un gran aprovechamiento del material en eficaces soluciones de gran ligereza y facilidad constructiva. Esto unido al desarrollo del hierro y la consolidación del acero en el último tercio de siglo posibilitó la construcción de grandes viaductos con una rapidez y economía de construcción que hubiese resultado impensable en la primera mitad de sigloXIX. Elevación de celosía tipo Haupt en Pennsylvania (1854).

29 El origen de la celosía está en las estructuras de madera, que tienen que componerse inevitablemente de elementos alargados de longitud limitada unidos entre sí. No es de extrañar, por tanto, que el desarrollo inicial de esta tipología se diese en los Estados Unidos donde por entonces la madera era el material por excelencia

30 1840: patenta la viga Howe, celosía abierta de madera con montantes verticales en tracción y diagonales cruzadas en compresión. 1841: el neoyorquino Squire Whipple, uno de los ingenieros que más contribuyó al desarrollo de la celosía, patenta su solución de viga triangulada con cordón superior curvo en arco, y cordón inferior recto que recoge a tracción los empujes del arco y materializa al mismo tiempo el tablero

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32 Celosía tipo Whipple del puente de Old Plattsmouth para el cruce del Chicago&Quince Railroad sobre el río Missouri (1880)

33 1844: los hermanos Thomas y Caleb Pratt patentan otro modelo mixto que invertía la viga Howe empleando montantes verticales de madera a compresión y diagonales de hierro forjado a tracción. La viga Pratt es en realidad una solución más eficiente desde un punto de vista estructural pues permite que sean los elementos más cortos los que trabajan a compresión reduciendo así las longitudes de pandeo y se mantiene hoy como una de las soluciones más comunes.

34 La viga Warren supone probablemente la culminación en la evolución simplificativa de la celosía, ya que emplea diagonales inclinadas simétricamente que van alternando esfuerzos de tracción y compresión. Es una solución de gran claridad formal que probablemente sea la más empleada hoy en día.

35 Puente para el paso del Michigan Central Railroad sobre el río Niagara.

36 Los puentes viga comúnmente agrupados bajo la denominación anglosajona cantilever y que también se conocen como puentes de vigas Gerber en honor al ingeniero alemán que los empleó por primera vez, se basan en un concepto sencillo que de hecho se remonta a muchos puentes primitivos, de las culturas orientales particularmente, que partían desde ambos extremos de un paso con sendas construcciones en voladizo para después cerrarlo con un tramo central de luz reducida biapoyado en los extremos de las ménsulas.

37 Son estructuras isotáticas. El isostatismo permite también, como es sabido, evitar que los asientos del terreno afecten a los esfuerzos La mayor ventaja que llevó al éxito de los puentes cantilever para las grandes luces es su natural adaptación a la construcción por voladizos sucesivos, que permitía la decisiva eliminación de la cimbra o de otros costosos elementos auxiliares y provisionales en la estructura. Imagen que demuestra de manera intuitiva la forma de trabajar de los puentes en cantil é ver.

38 1883: Charles Shaler Smith construyó sobre el cañón del Niágara en 1883 para el Michigan Central Railroad, que ya salvó una importante luz de 143 m. Puente para el paso del Michigan Central Railroad sobre el río Niagara.

39 1888: Puente de Poughkeepsie, primer gran cantilever que permitió al Central New England Railroad cruzar por primera vez el río Hudson en Albany, cerca ya de Nueva York. Fue con una longitud total de metros con mucho la mayor estructura de acero hasta la fecha. Puente de Poughkeepsie para el paso del Central New England Railroad sobre el río Hudson (1988)

40 CLASIFICACIÓN DE MATERIAL RODANTE Y PUENTES PARA VIAS DE FERROCARRIL.

41 NOMBRE DE EQUIPO Nro. Unidad DIMENSIONES PESO TOTAL (ton) LARGO (mm) ANCHO (mm) ALTURA (mm) LOCOMOTORA A VAPOR TENDER LOCOMOTORA A VAPOR TENDER GEC ALSTHOM COCHE DE PASAJEROS PLATAFORMA BAGONES BAGONES+ASIENTOS PARTE SUP TANQUERO

42 TipoBBB Cantidad de motores por bogie2 Separación de los rieles1067 mm Diámetro de ruedas nuevas914 mm Diámetro de ruedas en límite de desgaste844 mm Relación de desmultiplicación81/16 Separación bajo tren de engranaje (ruedas nuevas)111 mm Altura máxima mm Ancho en el retorno2816 mm Longitud de armazón de caja15180 mm Distancia entre pivotes de bogie13414 mm Distancia entre ejes de las ruedas de un bogie4100 mm Distancia entre ejes de las ruedas total2200 mm Peso total en orden de marcha80400 kg Capacidad del depósito de carburante4400 lts Capacidad del depósito de agua147 lts Capacidad del depósito de aire principal500 lts Capacidad del depósito de aire auxiliar25 lts Características generales de las locomotoras GEC Alsthom Velocidad Máxima70 Km/h Velocidad en régimen continuo19 Km/h

43 Locomotoras a Vapor Ecuatorianas ORD.NoUbicaciónMarcaTRACCIONORIGEN 111DURÁNBALDWIN2-6-0USA 214IBARRA THE BALDWIN LOCOMOTIVE WOKS 2-6-0USA 317 QUITO- CHIMBACALLE THE BALDWIN LOCOMOTIVE WOKS 2-8-0USA 418QUITO-CHIRIYACU THE BALDWIN LOCOMOTIVE WOKS 2-8-0USA 544BUCAYBALDWIN2-8-0USA 645QUITO-CHIRIYACU THE BALDWIN LOCOMOTIVE WOKS 2-8-0USA 746BUCAYBALDWIN2-8-0USA 853RIOBAMBA BALDWIN LIMA HAMILTON CORP USA 958QUITO-CHIRIYACUBALDWIN2-8-0USA

44 PESO DE LA LOCOMOTORA 52,5TON PESO DEL TANQUE 33,95TON LARGO DE LA LOCOMOTORA CON TANQUE 15,58M ANCHO DE LA LOCOMOTORA2,82M DIÁMETRO DE LAS RUEDAS48PULG. CAPACIDAD PETRÓLEO1200GALONES CAPACIDAD AGUA3200GALONES POTENCIA650HP

45 PESO DE LA LOCOMOTORA 72,5TON PESO DEL TANQUE 72,5TON LARGO DE LA LOCOMOTORA CON TANQUE 39,95M ANCHO DE LA LOCOMOTORA18,03M DIÁMETRO DE LAS RUEDAS2,82PULG. CAPACIDAD PETRÓLEO42GALONES CAPACIDAD AGUA200GALONES POTENCIA850HP

46 Ejemplo Puentes con Cerchas de Tablero Inferior Ubicación: Km ,75 de la Vía Durán Quito. Tramo: Sibambe – Alausí – Rio Chanchán. Descripción de la Estructura: Puente de un tramo, con una luz total de m y 5.60 m de ancho Zapata de Cimentación de hormigón ciclópeo La superestructura se apoya en dos estribos de hormigón armado. Los cordones principales son secciones tipo C, y los parantes secciones tipo I. Es un sistema de dos celosías paralelas tipo Warren. Tablero inferior.

47 Ejemplo Puente cercha tablero superior. Ubicación: Km , de la Vía Durán-Quito. Tramo Alausí – Riobamba. Descripción de la Estructura: Puente de un tramo, con una luz total de m. Zapata de Cimentación de hormigón ciclópeo a cada lado La superestructura se apoya en dos estribos de hormigón ciclópeo. Dos vigas metálicas en celosía tipo Pratt, Tablero superior.

48 Ejemplo Puente vigas I tablero Inferior. Ubicación: Km: de la Vía Durán-Quito. Tramo Latacunga - Quito. Avenida Maldonado. Descripción de la Estructura: Puente de un solo tramo de 35,00 m de longitud y 5,40 m de ancho. El puente está apoyado en dos estribos de hormigón armado con muros de ala. Súper-estructura conformada por cuatro vigas longitudinales de sección tipo I, de las cuales dos son exteriores con 2,525 m de alto y dos son interiores con 0,345 m de alto. Posee además doce vigas metálicas transversales de 0,65 m de alto. Tablero Inferior.

49 Ejemplo vigas I tablero superior: Ubicación: Tramo Huigra – Sibambe – Río Chanchán. Descripción de la Estructura: Puente de un tramo, con una luz total de m y 2.3 m de ancho Zapata de Cimentación cimentado en roca natural a cada lado La superestructura se apoya en un estribo de hormigón ciclópeo cimentado en roca natural a la izquierda y un estribo de sección variable de mampostería de piedra a la derecha. Dos vigas metálicas tipo I de 11 mm de espesor. Tablero superior.

50 ANÁLISIS Y DISEÑO DE PUENTES METÁLICOS CON VIGAS TIPO I DE ALMA LLENA.

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52 En el Ecuador particularmente los puentes de estructura metálica se encuentran sometidos a agentes externos adversos; que los afectan con problemas de corrosión y oxidación; por lo que la tipología de acero más conveniente es el acero ASTM A588 grado 50W; y es el que se utiliza para el ejemplo práctico que se presenta en el presente trabajo. REQUERIMIENTOS MECANICOS ACERO A588-50W REQUERIMIENTO MECÁNICOksiMpakg/cm 2 Esfuerzo de tracción mínimo Esfuerzo de Fluencia mínimo Elongación en 8 in(200 mm)18% Elongación en 2 in (50 mm)21% Tabla 3.3 Requerimientos mecánicos de diseño del Acero A588-50W.

53 La altura útil hu o altura de obra es la distancia vertical, desde la rasante de los rieles hasta el punto más bajo de la súper-estructura, aumentada en la flecha máxima que produce la sobrecarga móvil. La altura útil hu debe fijarse con margen suficiente, ya al estudiar el proyecto de la línea o las rasantes de la estación. Ancho entre vigas maestras según su altura

54 Se procurará en ellos situar el tablero lo más abajo posible. En las súper estructuras de tablero inferior; la altura de obra o altura útil hu depende directamente del peralte de las vigas transversales por lo tanto no se dejará entre vigas maestras mayor amplitud que la estrictamente necesaria y se reducirá al mínimo la distancia entre vigas transversales.

55 Casi siempre son de tablero superior. La solución más sencilla es sentar los durmientes directamente sobre las vigas maestras, sistemas practicables para luces de hasta 30 m. A partir de este límite se adopta la estructura de largueros y viguetas, por lo general se usa la sección típica mostrada Secci ó n T í pica de S ú per estructura con tablero superior con altura de obra ilimitada (hu ).

56 TABLA DE ALTURAS UTIL hu Y DISTANCIA ENTRE VIGAS MAESTRAS. Tablero.Vigas MaestrasFiguraLuz l (m) Distancia entre vigas maestras m Altura útil conveniente hu cm Tablero Inferior de largueros y viguetas Alma llenaFig a Tablero superior de largueros y viguetas Alma llenaFig *L a a *L+45 Tablero inferior con forjado de balasto. Alma llena Fig 3.6.a203.8 a min115 Fig 3.6.b304.4 a min135 Fig 3.6.c30 a a min140

57 Figura 3.6.a. Sección transversal Típica de Puente de tablero inferior de luz de hasta 20 metros. Figura 3.6.b. Sección transversal Típica de Puente de tablero inferior para una luz de 20 a 30 metros.

58 En el caso de Ecuador la mayoría de puentes ferroviarios son metálicos un 95 %, y de los puentes metálicos en el Ecuador absolutamente todos son de tablero abierto. En estos tipos de tableros los durmientes se apoyan directamente sobre los largueros (vigas portarrieles) o sobre las vigas principales.

59 Los puentes de tablero abierto son usados frecuentemente cuando una nueva súper estructura va a ser construida sobre una sub estructura existente.. Una de las ventajas de los tableros abiertos es que la carga muerta es mínima pero como contraparte se debe decir que los efectos dinámicos se incrementan. Puente ferroviario Ecuatoriano de tablero abierto o calado ubicado en Quito.

60 En este tipo de puentes la carga muerta crece en consideración, pero por otra parte se reduce relativamente los efectos dinámicos y la calidad del viaje de los vehículos se mejora. Los puentes con este tipo de tablero son recomendados para cuando la súper estructura atraviesa por encima de vías de automóviles, tránsito peatonal o algún o canales de agua sensibles ya que impiden la caída de aceite de la locomotora, escorias y lluvia e los vehículos se mejora.

61 Como balasto no conviene utilizar piedra partida, sino se recomienda utilizar gravilla o guijo (canto rodado), ya que reparta de mejor forma las presiones. Este sistema amortigua los choques y vibraciones y por lo tanto reduce los gastos de mantenimiento. Otra ventaja de este sistema es que en caso de descarrilamiento la súper estructura no sufre tantos daños, además es importante señalar que la vía no requiere accesorios especiales, siendo su implantación geométrica en planta y desvíos independientes del entramado de la súper estructura.

62 Reglamento Alemán: 1ro) 1.75 m 2do) 1.50m. En España, para vía normal de 1674 mm, la separación entre largueros debe ser de 1.75 metros, obteniendo que las rieles carguen directamente sobre los largueros. Una de las funciones principales de los largueros es el de soportar las cargas de las rieles tratando de minimizar la flexión generada por la distancia entre la riel y el larguero en los durmientes. Ya que el peralte de los durmientes está limitado por el nivel del proyecto.

63 El gálibo de obras en ingeniería ferroviaria representa el perfil transversal libre necesario y reglamentado que se debe dejar al proyectar las obras superiores a la vía como la súper estructura de un puente, o un túnel. Estos gálibos vienen reglamentados por los diferentes códigos de diseño de cada país. Gálibo según norma AREMA Distancia desde galibo hasta tramo curvo Incremento por grado de curvatura piesMetrospulgadasCentímetros / / / /80.95 Incrementos de gálibos en curvas

64 El pre-dimensionamiento de los elementos de la súper-estructura se lo efectúa a partir de dos fuentes de información; la primera bibliográfica y la segunda en base a las dimensiones de los elementos estructurales de los puentes existentes con el fin de obtener relaciones en función de la luz del puente y longitudes y espesores de los elementos principales de la súper- estructura ELEMENTOh/L Vigas maestras de alma llena, sobre dos apoyos.1/10 Vigas maestras de alma llena en casos especiales con contraflecha1/16 Vigas Gerber (cantilliver) de alma llena.1/10 Vigas maestras continuas, de alma llena.1/12 Largueros del tablero (vigas portarrieles).1/8-/10 Viguetas transversales en puentes sin arriostramiento superior(vía sencilla).1/7 Viguetas transversales en puentes sin arriostramiento superior(vía doble).1/7

65 Las cargas y fuerzas en puentes ferroviarios de acero son gravitacionales; longitudinales o laterales. Las fuerzas gravitacionales comprenden carga muerta; carga viva y cargas de impacto; estas son las principales cargas a tomar en cuenta en el diseño de puentes ferroviarios de acero. La carga viva de impacto (efecto dinámico) es incluida dentro de las gravitacionales debido a la relativa rapidez de aplicación por parte de las cargas vivas en las vías férreas.

66 Las fuerzas longitudinales (provenientes de la carga viva y de las fuerzas térmicas) y las fuerzas laterales (provenientes de la carga viva, fuerzas de viento, fuerzas centrifugas y de la actividad sísmica) deben tener un trato más cuidadoso y una análisis más profundo en el diseño de puentes ferroviarios de acero.

67 Se debe tomar en cuenta el peso propio de la súper-estructura del puente; la vía férrea que está compuesta por los rieles; guarda rieles; durmientes y balasto si es el caso. El código AREMA señala que para la estimar la carga muerta de las rieles; guardarrieles durmientes y demás elementos de la vía férrea se deberá asumir una carga uniforme repartida de 200 lb por pie es decir kg/m por cada eje de riel. PESOS ESPECIFICOS AREMA Materiallb/ft 3 kg/m 3 Acero Hormigón Arena, grava y balasto Asfalto Granito Ladrillos adoquines Madera

68 Carga Viva según normas Americanas Los puentes de ferrocarril son comúnmente analizados por una serie de cargas ideadas por Theodore Cooper. Estas cargas se nombran por E seguido del valor de la carga. Estas cargas puntuales idealizan dos locomotoras seguidas por una carga uniforme repartida que representa los vagones. Cooper introdujo su tren de cargas en el año 1894; que fue llamado carga E-40; representada en la figura

69 Desde que este sistema fue introducido; los pesos de los ferrocarriles se han incrementado notoriamente, hasta la actualidad que los puentes son diseñados en base a cargas E-72; E-80 y E-90; aunque las E-90 no son usuales. Varias tablas se han obtenido para detallar información con respecto a las cargas Cooper como cargas por eje; momentos y esfuerzos de corte. Si la información es obtenida y comprobada para una carga E determinada; entonces la información también puede ser utilizada para otras cargas E Cooper por proporción directa

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73 Momentos flectores provocados por los trenes alemanes para diferentes longitudes de vano. LuzTren ETren GTren N metrosM max t.mw t/mM max t.mw t/mM max t.mw t/m LuzTren ETren GTren N metrosM max t.mw t/mM max t.mw t/mM max t.mw t/m

74 Momentos en cualquier sección, referidos al momento máximo, provocados por los trenes alemanes. xMxx x x x LM máx.L L L L

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76 MOMENTOS FLECTORES MÁXIMOS DE TREN ESPAÑOL DE VIA ESTRECHA Luz M max (t.m) p ton/mLuz M max (t.m) p (ton/m) MOMENTOS FLECTORES MÁXIMOS DE TREN ESPAÑOL DE VIA ANCHA Luz M max (t.m) w (t/m)Luz M max (t.m) w (t/m)

77 Momentos en cualquier sección, referidos al momento máximo, provocados por los trenes españoles. xMxx x x x LM maxL L L L

78 La carga total por impacto es la suma del impacto debido al efecto de balanceo RE más la carga de impacto debido a efecto vertical Iv. Carga de impacto debido a efectos verticales. Iv. La carga de impacto debido a efectos verticales; se expresa como un porcentaje de la carga viva aplicada a cada riel determinada para los siguientes casos mediante las ecuaciones correspondientes:

79 Para equipo rodante, vagones de transporte y vagones de pasajeros sin golpe de martillo: Para luces menores a 80 pies (24.4 metros) se usará la siguiente ecuación: Para luces mayores a 80 pies (24.4 metros) se usará la siguiente ecuación:

80 Para locomotoras a vapor que produzcan golpe de martillo: Para luces menores a 100 pies (30.48 metros) se usará la siguiente ecuación: Para luces de 100 pies (30.48 metros) o mayores se usará la siguiente ecuación: Para luces con armaduras se usará la siguiente ecuación:

81 El efecto balanceo se determina para cada elemento que soporta la vía como un porcentaje de la carga viva vertical. La aplicación del efecto balanceo, según recomienda el código AREMA 2008, es en un par de fuerzas generadas en sentido contrario sobre los rieles. La magnitud de estas fuerzas es del 20% de la carga de diseño de la rueda. Es decir el 0.2 de w; donde w es la carga de la rueda. Aplicación efecto balanceo como porcentaje de la carga de una rueda

82 Las fuerzas longitudinales debidas al frenado del tren actúan en el centro de gravedad de la carga viva y los esfuerzos de tracción de la locomotora actúan en las barras de remolque del material rodante

83 Fuerza debido a frenado FLF: L se debe ingresar en pies L se debe ingresar en metros Fuerza debido a tracción FLT: L se debe ingresar en pies L se debe ingresar en metros

84 En los puentes de grandes luces mayores a 30 metros o puentes flexibles como son los puentes colgantes o atirantados necesariamente se debe hacer un análisis aerodinámico de la súper estructura. En puentes de vigas tipo I de alma llena; armaduras o en arco menores a 30 metros solamente basta con realizar un estudio aerostático de la súper estructura

85 Las fuerzas de diseño de viento deben analizarse en base a las presiones dinámicas promedio de viento, calculadas sobre las apropiadas áreas de las secciones transversales. El diseño también debe contemplar los efectos de las ráfagas de viento que se consideran a través de factores que van de 2 a 3 para estructuras altas o esbeltas según el autor Liu en su publicación hecha en 1991

86 Las fuerzas de viento se basen en la máxima presión dinámica. El área característica; y en los coeficientes adimensionales que toman en cuenta la forma de la sección transversal del puente. Las características de la corriente del viento.

87 C D, C L ; C M son coeficientes aerodinámicos y son números adimensionales que se usan para el estudio aerodinámico de las fuerzas y momentos que sufre un cuerpo cualquiera en una corriente de aire.

88 Cd:es el coeficiente adimesional en sentido de la corriente del viento o también llamado coeficiente de resistencia, este coeficiente depende de la geometría del vano y del número de Reynolds, Re. C D para un elemento sólido, como puente con vigas I de alma llena; por lo general no sobrepasan el valor de 2.0; y para puentes conformados con armaduras no sobrepasan el valor de 1.70

89 ARD: Generalmente se toma como el área proyectada sobre el plano normal a la corriente de viento. El coeficiente de solidez f; está definido como la relación entre el área efectiva sobre el área neta.

90 CÁLCULO Y DISEÑO DE UN PUENTE FERROVIARIO MEDIANTE UNA HOJA ELECTRÓNICA Y MEDIANTE UN MODELO EN SAP2000.

91 Cálculo mediante una hoja electrónica para un Puente metálico ferroviario de Tablero Superior.

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94 PROPIEDADES MECANICAS DEL ACERO A588. Limite elástico.Fu =4921kg/cm2 Limite de fluenciaFy =3515kg/cm2 Módulo de Elasticidad a tensión. E= kg/cm2 Módulo de Elasticidad a Corte.G=784115kg/cm2 Módulo de Poisson.μ =0.3

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99 FUERZAS LONGITUDINALES:

100 Aplicación de la fuerza de arranque sobre los apoyos

101 Se considera una velocidad de viento de 75 millas por hora: DATOS NECESARIOS Velocidad del viento :Vu =75mph Factor de solidez :f =1 Densidad del aire :ρ=0.0022slug/ft 3 Coeficiente aerodinámico para vigas I de alma llena.CD =2 Relación CD/CDT: CD/CDT =1.15 Cfte. aerodinámico de 2 de Vigas I:CDT =2.3

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103 Primer modo de vibración de la estructura correspondiente al periodo de vibración de la estructura en el sentido transversal, Ty=0.18 segundos.

104 Segundo modo de vibración de la estructura correspondiente al periodo de vibración de la estructura en el sentido longitudinal, Tx=0.15 segundos

105 COMBOCOMBINACIONES DE CARGA 1DL+LL+I 2DL+LL+I+W+FLF 3DL+LL+I+W+FLT 4Q 5DL+Eqx. 6DL+Eqy. 7DL+W

106 Coeficientes de eficiencia de diseño en acero de elementos estructurales según código AISC- LRFD93

107 REACCIONES EN APOYOS. NUDOCOMBOTIPO FxFyFzM1M3 Tonf Tonf-m A1LOCOMOTORAMax A1LOCOMOTORAMin A1COMB1Max A1COMB1Min A1COMB2Max A1COMB2Min A1COMB3Max A1COMB3Min A1COMB A1COMB A1COMB F1LOCOMOTORAMax F1LOCOMOTORAMin F1COMB1Max F1COMB1Min F1COMB2Max F1COMB2Min F1COMB3Max F1COMB3Min F1COMB F1COMB F1COMB REACCIONES EN APOYOS. NUDOCOMBOTIPO FxFyFzM1M3 Tonf Tonf-m A2LOCOMOTORAMax A2LOCOMOTORAMin A2COMB1Max A2COMB1Min A2COMB2Max A2COMB2Min A2COMB3Max A2COMB3Min A2COMB A2COMB A2COMB F2LOCOMOTORAMax F2LOCOMOTORAMin F2COMB1Max F2COMB1Min F2COMB2Max F2COMB2Min F2COMB3Max F2COMB3Min F2COMB F2COMB F2COMB

108 DESPLAZAMIENTOS MAXIMOS EN NUDOS. NUDO UxUyUzRxRyRz cm grados 9 COMB3COMB6 COMB COMB3COMB6 0COMB COMB3 COMB COMB3 COMB COMB3COMB6COMB3 COMB COMB3COMB2COMB3 COMB COMB3 COMB COMB3 COMB COMB3COMB6COMB3 COMB COMB3 COMB DESPLAZAMIENTOS MAXIMOS EN NUDOS. NUDO UxUyUzRxRyRz cm grados 19 COMB3 COMB COMB3 COMB COMB3COMB6COMB3 COMB COMB3 COMB COMB3 COMB COMB3 COMB COMB3COMB6COMB3COMB2COMB3COMB COMB3COMB2COMB3COMB2COMB3COMB COMB2COMB6 COMB COMB2COMB6 COMB

109 Comparación de momentos de carga viva entre Cálculo Hoja Electrónica y SAP2000. MOMENTO A (L/8) OrdenadaCarga Móvil MOMENT O L. influencia 2 EJES (t) 1 EJE (t)(t.m) M max =106.99T.m

110 MOMENTO A (L/4) OrdenadaCarga Móvil MOMENT O L. influencia 2 EJES (t) 1 EJE (t)(t.m) M max = t.m

111 MOMENTO A (3/8L) OrdenadaCarga Móvil MOMENT O L. influencia 2 EJES (t) 1 EJE (t)(t.m) M max t.m

112 MOMENTO A (L/2) OrdenadaCarga Móvil MOMENT O L. influencia 2 EJES (t) 1 EJE (t)(t.m) M max t.m ESTACIONSAP2000RESUMEN DE MOMENTOS 1ER METODO t.m0.125L/ t.m t.m0.25L/ t.m t.m0.3753/8L t.m t.m0.54/8L t.m

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115 Para la obtención de los momentos debido a carga viva se procedió a aplicar el tren de cargas COOPER E-40 a las líneas de influencia a cada L/8 en el sentido longitudinal, obteniendo un momento máximo en el centro de la luz y tres momentos adicionales en la semi-luz del puente. Sin embargo luego de comparar estos momentos con los calculados a partir de las tablas alemanas presentadas en el Capítulo III las cuales obtienen los momentos en cualquier estación del puente en función del momento máximo a L/2, se concluye que: estas tablas pueden ser utilizadas con bastante aproximación cuando el diseñador no disponga de un software comercial, optimizando el tiempo, o en la fase del pre- diseño, de manera que este se aproxime al diseño definitivo. RESUMEN DE MOMENTOS% de M max.% Tablas AlemanasError % 0.125L/ t.m L/ t.m /8L t.m /8L t.m

116 El coeficiente de impacto debido a efectos verticales se cálculo mediante las dos fórmulas del Código AREMA. La primera para locomotoras de vapor con golpeteo de martillo, obteniendo un valor de 49.58%. La segunda para vagones de pasajeros, y equipo rodante sin golpeteo de martillo obteniéndose un valor 30.20%. Por lo que se concluye que para el caso en particular de la luz de 22 metros del ejemplo presentado, la diferencia de 19.4 puntos porcentuales de mayorización de la carga viva es considerablemente alta, esta diferencia repercutirá en secciones más robustas y rígidas, y consecuentemente un mayor costo económico de la superestructura.

117 En la estimación de fuerzas longitudinales por medio de la hoja electrónica, se obtuvo valores de toneladas para la fuerza de arranque y toneladas para la fuerza de frenado en cada eje de la vía. Por lo tanto el material rodante transmite mayor esfuerzos hacia los apoyos durante una operación de arranque sobre un puente que cuando frena sobre el mismo.

118 Cuando las alas de la viga principal son más largas se obtiene una mayor inercia y radio de giro con respecto al eje Z, lo que provoca mayor estabilidad de la viga con respecto a la torsión y una mayor longitud permisible sin arriostrar, siendo esto una ventaja en la fase de construcción y erección; no obstante se debe señalar que este crecimiento en la longitud de las alas puede provocar un efecto negativo como es el que las alas sean susceptibles a pandeo local.

119 Los elementos sujetos a tracción en puentes ferroviarios metálicos están sujetos a la fractura por fatiga causada por una fuerza mucha menor a la de fluencia, pero debida a la repetición de cargas. Por tanto en el diseño en la hoja electrónica se efectuó el chequeo a fatiga del patín inferior de la viga principal, arriostramiento lateral (diafragma), arriostramiento horizontal y soldadura.

120 Los elementos metálicos sujetos a compresión están sujetos a esbeltez por lo que en el diseño por medio de la hoja electrónica se chequeo la esbeltez de: el patín superior de la viga principal, alma de la viga principal, rigidizadores transversales, arriostramiento lateral (diafragma) y arriostramiento horizontal.

121 El alma de la viga principal debe estar diseñada de manera que no sea susceptible ante falla por flexión ni falla por corte. En caso de que el alma no pase estos chequeos, se la refuerza con rigidizadores transversales para resistir la falla por corte; y con rigidizadores longitudinales para resistir la falla por flexión. La utilización de platabandas ayuda a disponer mayor cantidad de acero en las zonas donde más se requiera por esfuerzos de flexión, además de tener una sección mucho más rígida en el centro del vano para disminuir la deflexión causada por la carga viva. En el presente caso por medio de la hoja electrónica se calculo una deflexión de 1.53 cm, que es menor a la permisible de 3.44 cm (L/640).

122 Las uniones soldadas tienen una mayor área efectiva que las empernadas porque no hay que descontar el área de las perforaciones de los pernos, por ende van a tener mayor eficiencia de unión Uc. La eficiencia de unión Uc para el caso de utilizar soldadura es del orden de 0.90, en contraste con el valor de uniones empernadas que es de El descarrilamiento en un puente es un evento muy poco probable, y diseñar la estructura para dicho evento, tendría un costo muy elevado, por lo que en el diseño hecho en el programa Sap 2000 no se incluye esta acción, por ser un diseño base que va a servir de ejemplo para los puentes metálicos férreos ecuatorianos y diseñarlo para dicha acción desviaría los resultados dando secciones muy robustas que no reflejarían la realidad de la mayoría de las súper estructuras metálicas en el país.


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