- 1 - 
 
PONTIFICIA UNIVERSIDAD CATÓLICA DEL PERÚ 
Escuela de Graduados 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
ANALISIS Y DISEÑO DE PUENTES COLGANTES 
 
 
 
 
TESIS PARA OPTAR EL GRADO ACADÉMICO DE 
 MAGÍSTER EN INGENIERÍA CIVIL 
 
 
 
Presentado por 
Luis Zegarra Ciquero 
 
 
 
 
Asesor 
Dr. Marcial Blondet S. 
 
 
 
 
Diciembre 2007 
- 2 - 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
  
A Cristina, 
que con su perseverancia y esfuerzo 
ha hecho posible la culminación de este trabajo. 
- 3 - 
 
 
- 4 - 
 
 
INDICE 
CAPÍTULO I    GENERALIDADES 
1.1 OBJETIVO Y ALCANCES                1 
1.2 ORGANIZACIÓN DEL DOCUMENTO            1 
1.3 INTRODUCCIÓN                   2 
1.4 CARACTERÍSTICAS                  3 
1.5   RESEÑA HISTÓRICA                 4 
1.6  NORMA DE PUENTES AASHTO LRFD – 2004           7 
CAPITULO II    ELEMENTOS DE UN PUENTE COLGANTE 
2.1  LOS CABLES                     9 
2.1.1  Materiales                     9 
2.1.2  Protección contra la corrosión              11 
2.2  LAS PENDOLAS                  12 
2.3  LA VIGA DE RIGIDEZ                15 
CAPITULO III    ANALISIS 
3.1  HIPÓTESIS PARA EL ANÁLISIS              19 
3.2  RELACIONES ENTRE FUERZAS EN EL CABLE          19 
3.3  CABLE CON APOYOS AL MISMO NIVEL, SOMETIDO A UNA CARGA  
  UNIFORMEMENTE REPARTIDA EN PROYECCIÓN HORIZONTAL    21 
3.4  CABLE CON APOYOS A DISTINTO NIVEL, SOMETIDO A UNA CARGA  
  UNIFORMEMENTE REPARTIDA EN PROYECCIÓN HORIZONTAL    23 
3.5  CABLE CON APOYOS AL MISMO NIVEL, SOMETIDO A UNA CARGA  
  UNIFORMEMENTE REPARTIDA A LO LARGO DEL CABLE      24 
CAPITULO IV DISEÑO DE UN PUENTE 
4.1  DESCRIPCION GENERAL DEL PROYECTO          27 
4.1.1  Ubicación del Puente                 27 
4.1.2  Características y cargas empleadas              28 
4.1.3  Dimensionamiento Preliminar              28 
4.2  ANALISIS SISMICO                  30 
4.2.1  Parámetros generales                 30 
- 5 - 
 
4.2.2  Resultados del análisis sísmico              30 
4.2.3  Fuerza cortante en la base  del puente            31 
4.2.4  Desplazamientos máximos                33 
4.3  ELEMENTOS                   33 
4.4  CARGAS                    34 
4.4.1  Carga permanente                  34 
4.4.2  Sobrecarga. Camión HS20                35 
4.4.3  Sobrecarga en veredas                36 
4.4.4  Carga de viento                  36 
4.4.5  Cambio de temperatura                37 
4.5  RESULTADOS                  39 
4.5.1  Viga soporte de losa                  39 
4.5.2  Fuerzas axiales en la estructura principal            40 
4.5.3  Momentos flectores en la estructura principal          49 
4.6  DISEÑO DE ELEMENTOS                57 
4.6.1  Losa del tablero                  57 
4.6.2  Vigas de soporte de la losa                58 
4.6.3  Cable principal                  58 
4.6.4  Péndolas                    59 
4.6.5  Cámara de anclaje                  59 
                   CAPITULO V    CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES    61 
  BIBLIOGRAFIA                  62 
  ANEXO 1                    63 
  ANEXO 2                    66 
  ANEXO 3                    72 
ANEXO 4                    79 
 
1 
 
CAPITULO I 
GENERALIDADES 
 
1.1  OBJETIVO Y ALCANCES 
En  nuestro  país  es muy  escasa  la  información  sobre  los  procedimientos  y  detalles  del 
análisis y diseño de Puentes Colgantes. Los Puentes Colgantes de  luces  importantes que 
se  han  construido  han  sido  adquiridos  generalmente  en  el  extranjero,  incluyendo  el 
diseño estructural dentro del monto del contrato. 
Esta  limitación  ha  impedido  que  se  tenga  ingenieros  con  experiencia  en  este  tipo  de 
diseño, en un número semejante a los que se tiene en el diseño de otros tipos de puentes. 
El  Objetivo  principal  de  este  trabajo  es  presentar  las  características  importantes  y  el 
procedimiento  de  diseño  que  deben  tener  estos  puentes,  particularmente  los  de  luces 
intermedias, ya que nuestros obstáculos naturales no hacen necesarios puentes colgantes 
de grandes luces. 
Se  complementa  este  objetivo  con  la  presentación  del  diseño  de  un  puente 
colgante de 100m de luz, acompañado por un juego de planos para construcción. 
Dentro  de  los  Alcances  de  este  trabajo,  se  analizan  las  condiciones  ce  cargas 
permanentes, sobrecargas, efectos de temperatura, sismo y viento. El tratamiento 
de esfuerzos de viento no considera los problemas de inestabilidad aerodinámica, 
a los que pueden ser sensibles los puentes colgantes de grandes luces.  
No  se  analizan  los  procedimientos  constructivos  para  el  tendido  de  los  cables 
principales,  operación  que  se  complica  y  requiere  procedimientos  especiales 
cuando las luces son grandes.  
Tampoco se analizan los procedimientos de diseño y de construcción referidos a la 
cimentación, por considerarse que no son diferentes a los correspondientes a otros 
tipos de puentes. 
1.2  ORGANIZACIÓN DEL DOCUMENTO 
En  el Capítulo  I  se  presentan  las Características  y  una Reseña Histórica  de  los 
Puentes Colgantes. 
En el Capítulo II se describen  las características y proporciones adecuadas de  los 
principales componentes de un Puente Colgante. 
En el Capítulo III se presentan las hipótesis que se plantean para el análisis de los 
Puentes Colgantes. Se presentan  las ecuaciones que permiten el análisis de estos 
puentes bajo  la Teoría de Pequeñas Deflexiones,  las que  son adecuadas para un 
pre dimensionamiento ó para el diseño de puentes de pequeñas luces. 
En  el Capítulo  IV  se presenta  el diseño de un puente  colgante de  100m de  luz, 
incluyendo el pre dimensionamiento, la determinación de las cargas actuantes, el 
2 
 
análisis para estas cargas y el diseño de los distintos elementos estructurales. En el 
Anexo 4 se presentan los planos para su construcción. 
El Capítulo V presenta las Conclusiones finales. 
 
1.3   INTRODUCCION 
Se denomina puente  colgante  a una  estructura que permite  cruzar,  a distinto nivel, un 
obstáculo  y  está  compuesta  por  un  tablero  soportado mediante  péndolas  verticales  o 
inclinadas de cables, que son la estructura portante, y que cuelgan apoyados en dos torres. 
La necesidad de cruzar obstáculos naturales, sean ríos o quebradas, ha hecho que desde 
muy antiguo el hombre desarrolle este tipo de puentes. En el Perú, en la época de los incas, 
se  emplearon  sistemas de  sogas denominados  oroyas,  con un  cable,  o huaros,  con dos 
cables, y puentes colgantes que empleaban cables  formados por varias  sogas hechas de 
fibras vegetales del maguey. Estos puentes no tenían vigas de rigidez.  
Uno de los más notables fue el puente sobre el río Apurímac, en la vecindad de Curahuasi, 
que formó parte del camino imperial al Chinchaysuyo (Gallegos, Héctor). Este puente fue 
descrito por E. G. Squier que  lo  recorrió en  la década de 1860 durante sus viajes por el 
Perú, preparó el dibujo que se adjunta y lo publicó en un libro el año 1877. Squier dice que 
este puente tenía una luz del orden de 45m y se hallaba a unos 35m sobre el cauce del río 
con su parte central a unos 4m por debajo de los extremos. Su estructura portante estaba 
formada por cinco cables de fibra de maguey de unos  12cm de diámetro, sobre los que se 
hallaba  la plataforma  formada por pequeñas varas de caña atadas  transversalmente con 
tiras de cuero sin curtir. Estos cables se reemplazaban cada año. Este puente colgante fue 
usado por cerca de 500 años, por desuso y falta de mantenimiento colapsó en la década de 
1890. 
 
 
 
Puente colgante inca sobre el rio Apurímac – Figura 1.1 
(Squier 1877) 
3 
 
1.4   CARACTERISTICAS 
Los puentes colgantes modernos tienen los elementos que aparecen en la figura siguiente: 
 
Figura 1.2 
Sus características principales son las siguientes: 
- Tienen un  tramo  central,  el principal, de  luz  grande,  con dos  tramos  laterales  con 
luces que varían entre 0.20 a 0.50 de la luz del tramo central. 
- Dos  cables  flexibles de acero que  forman  la estructura portante,  con una  flecha del 
orden de 1/10 de la luz del tramo central. 
- Dos  torres, de acero o de  concreto armado, entre el  tramo  central y  los dos  tramos 
laterales, que sirven de apoyo a los cables de acero. 
- Un  tablero, que es  la superficie de  tráfico, colgado de  los cables mediante péndolas 
que pueden ser verticales o inclinadas. 
- Las  vigas  de  rigidez  que  distribuyen  las  cargas  concentradas  de  los  vehículos 
evitando  las  deformaciones  locales  de  la  estructura  y  proporcionando  la  rigidez 
torsional  y  de  flexión  necesaria  para  evitar  oscilaciones  peligrosas  por  efectos  del 
viento.1 
- Dos  cámaras  de  anclaje  que  sirven  para  fijar  los  cables  al  terreno,  resistiendo 
normalmente por gravedad las fuerzas horizontales que trasmiten dichos cables. 
 
En  el Anexo 1  se  encuentra  la  lista de  los Puentes Colgantes más grandes del mundo, 
recopilada por  Juhani Virola en el año 2002. Con  información  tomada de varias de  las 
referencias  indicadas  en  la  Bibliografía,  se  presenta  a  continuación  una  tabla  con  las 
relaciones Luz de Tramo Lateral/Luz Central y Flecha/Luz Central empleadas en muchos 
puentes modernos, que justifican las relaciones dadas en los párrafos anteriores. 
 
PUENTE  Año  Luz del tramo 
Central (L) 
L1/L  f/L 
Akashi‐Kaikyo  1998  1991 m  0.482  0.101 
Storebaelt  1998  1624 m  0.329  0.111 
4 
 
Humber  1981  1410 m  0.376/0.199  0.082 
Jiangyin (China)  1999  1385 m  0.583  0.095 
Tsing Ma (Hong Kong)  1997  1377 m  0.299  0.091 
Verrazano Narrows  1964  1298 m  0.137  0.090 
Second Bosporus  1988  1090 m  0.193  0.083 
 
 
1.5   RESEÑA HISTORICA 
Los puentes colgantes con sogas flexibles como cables han sido empleados desde épocas 
remotas como ya se ha indicado en el caso de los antiguos peruanos.  
Los  puentes  colgantes  con  características  semejantes  a  los  empleados  en  la  actualidad 
aparecen a mediados del siglo XVIII en Inglaterra y Alemania (Steinman 1929), formando 
los cables con cadenas conectadas con pines y barras de ojo, con luces entre 20m y 30m. El 
puente Menai, en Gales, diseño de Thomas Telford, se terminó en 1826 con 176m de  luz 
empleando cables con cadenas (Ryall MJ).  
 
Puente colgante del Menai, Gales, 1826 – Figura 1.2 
En 1864 se terminó el puente colgante Clifton, en Inglaterra, diseño de Isambard Brunel, 
con  213m de  luz y que  tenía dos  cables  formados  cada uno por  tres  cadenas de  fierro 
forjado. 
5 
 
 
Puente colgante de Clifton, Inglaterra, 1864 – Figura 1.3 
En  la segunda mitad del siglo XIX  los más  importantes puentes colgantes se construyen 
en los Estados Unidos, destacando los hechos por John A. Roebling, ingeniero nacido en 
Alemania, que en 1854 terminó de construir un puente con 248m de luz y 65m por encima 
de  las  turbulentas aguas del  río Niágara;  este proyecto  fue  considerado  imposible para 
muchos  y  fue  el primer puente de dos  tableros, uno para  el paso de  ferrocarriles  y  el 
segundo  para  el  paso  peatonal  y  de  carruajes.  Uno  de  los  puentes  más  notables  de 
Roebling fue el de Brooklyn, en New York, terminado por su hijo en 1883 después de su 
muerte  a  consecuencia  de  heridas  en  un  accidente  durante  la  construcción  del  puente 
(Lainez‐Lozada 1996).  
Se aprecia el gran avance  en  la  construcción de estos puentes al ver que ya en 1927  se 
construye un puente  en Detroit  con  564m de  luz,  cuatro  años más  tarde  se  termina  el 
puente George Washington  en New York  con  1067m  de  luz  y  en  1937  se  inaugura  el 
Golden Gate en San Francisco con 1280m de luz. 
6 
 
 
Puente colgante Golden Gate, San Francisco, 1937 – Figura 1.4 
Un  problema muy  importante  para  la  seguridad  de  estos  puentes  se  presentó  cuando 
comienzan a construirse con vigas de rigidez cada vez más esbeltas y sufren el efecto del 
viento, en particular el efecto de las ráfagas de viento. En 1940 se terminó de construir el 
puente de Tacoma, con 854m de  luz central, con vigas de  rigidez de alma  llena de sólo 
2.40m de peralte sin arriostramiento lateral en su parte inferior lo que originó que tuviera 
una rigidez torsional muy reducida. A los pocos meses de haberse puesto en servicio este 
puente colapsó cuando su tablero fue destrozado por oscilaciones torsionales producidas 
por vientos con velocidades menores a 72 kph (Salvadori 1992). Esto llevo a la necesidad 
de  considerar  la estabilidad aerodinámica de  los puentes y a  los ensayos en  túneles de 
viento. 
En 1957 se termina el puente Mackinac de 1158m de luz central y en 1964 el de Verrazano 
Narrows en New York de 1298m de luz central. Estos fueron los últimos grandes puentes 
construidos en Estados Unidos. A partir de estos años la construcción de grandes puentes 
colgantes se traslada a Europa, Japón y China.  
En 1964 se termina en Inglaterra el puente de Forth Road de 1006m de luz central. En 1966 
el puente Severn de 988m de luz central y tramos laterales de 305m, en Inglaterra, diseño 
de  Freeman  Fox  and  Partners.  Este  puente marca  una  gran  diferencia  con  los  puentes 
americanos por dos nuevas  ideas para  reducir  la  inestabilidad aerodinámica al emplear 
un  tablero  formado por una viga cajón de  forma aerodinámica en  lugar de  las vigas de 
rigidez convencionales, con un ahorro significativo en el peso del tablero, y el empleo de 
péndolas inclinadas en dos direcciones que aumentan la rigidez en el plano del cable. Este 
tipo de diseño se adoptó después de efectuar ensayos exitosos en túneles de viento. En la 
mayor parte de las péndolas se colocó amortiguadores viscosos para reducir su vibración 
debida al viento.  
7 
 
 
Puente colgante Severn, Inglaterra, 1966 – Figura 1.5 
                      
         Colgador superior            Anclaje de péndola                    Sección del tablero 
Detalles del Puente Severn – Figura 1.6 
Este concepto ha sido aplicado al puente sobre el Bósforo en Turquía en 1973, con 1074m 
de  luz  central,  el puente Humber  en  Inglaterra  en  1981,  con  1410m de  luz  central y  el 
Storebaelt East en Dinamarca en 1998, con1624m de luz central (Ryall MJ). 
 
1.6  NORMA DE PUENTES AASHTO LRFD – 2004 
En su artículo 4.6.3.8  ‐ Refined Methods of Analysis – Suspension Bridges, establece que 
los  efectos  de  las  fuerzas  en  los  Puentes  Colgantes  serán  analizados  por  la  Teoría  de 
Deflexiones Grandes para las cargas verticales. Los efectos de las  cargas de viento serán 
analizados teniendo en cuenta la rigidización de tracción (tension stiffening) de los cables. 
La  rigidez  torsional  del  tablero  puede  despreciarse  para  asignar  fuerzas  a  los  cables, 
colgadores y componentes de las vigas de rigidez. 
8 
 
En  los Comentarios  indica que anteriormente,  los puentes colgantes de pequeña  luz han 
sido  analizados  por  la  Teoría  Convencional  de  Pequeñas  Deflexiones,  empleándose 
factores  de  corrección  para  los  puentes  de  luces medias. Actualmente  hay  disponibles 
comercialmente programas de cómputo adecuados para emplear la Teoría de Deflexiones 
Grandes, por lo que no se justifica dejar de emplearla. 
En el artículo 6.4.8.4 – Materials – Bridge Strand,  indica que  los cordones  (strands) para 
puentes deben cumplir  la Norma ASTM A586 – Standard Specification  for Zinc‐Coated 
Parallel and Helical Steel Wire Structural Strand y en caso que se empleen alambres rectos 
la Norma ASTM A603  –  Standard  Specification  for  Zinc‐Coated  Steel  Structural Wire 
Rope. Estas dos normas se reproducen en los ANEXOS 2 y 3. 
9 
 
CAPITULO II 
ELEMENTOS DE UN PUENTE COLGANTE 
 
2.1  LOS CABLES 
2.1.1   Materiales 
Los  cables  son  los  elementos  más  importantes  para  resistir  las  cargas  externas  en  la 
estructura de un puente colgante. El cable puede presentar diversas configuraciones, pero 
todas ellas se basan en el empleo de alambres delgados de alta resistencia. 
En  puentes  colgantes  de  pequeña  luz  se  emplea  generalmente  cordones  o  strands 
individuales o  en grupos de  cordones paralelos. En puentes  colgantes de mayor  luz  se 
emplean cordones o strands  trenzados  formando cables o cables  formados por alambres 
paralelos. 
Un  cordón  o  strand  está  formado  por  una  o  más  capas  de  alambre  colocadas 
helicoidalmente  alrededor  de  un  alambre  central  recto.  Los  alambres  que  forman  el 
cordón  deben  ser  de  acero  al  carbono  galvanizado  en  caliente  o  por  un  proceso 
electrolítico.  
Cordón de 16 alambres (Preston 1960) – Figura 2.1 
En  la  figura 2.1  se muestra un  cordón galvanizado de 1” de diámetro,  formado por 16 
alambres. 
De acuerdo a la norma ASTM A 603, el área de los alambres que forman el cordón incluye 
el  recubrimiento de zinc, por  lo que  las  tensiones mínimas exigidas  son aparentemente 
menores que para  los  alambres  sin galvanizar. El  alambre del que  se  fabrica  el  cordón 
debe tener una resistencia mínima en tracción de 1 520 MPa (220 ksi) y el cordón tiene una 
resistencia mínima de rotura que aparece en la Tabla 1 de la norma ASTM A 586, con un 
valor aproximado de 1 380 MPa (200 ksi). 
El módulo mínimo  de  elasticidad  del  cordón  preestirado  aparece  en  la  Tabla  6  de  la 
norma ASTM A  586,  con un valor mínimo de  165  500 MPa  (24  000 ksi) para  cordones 
hasta de 2‐9/16” de diámetro nominal y de 158 600 MPa  (23 000 ksi) para  cordones de 
diámetro mayor. 
No es práctico aplicar el proceso de aliviar tensiones en los cordones de diámetro grande 
que se emplean en puentes colgantes, para eliminar las tensiones internas producidas en 
el proceso de  fabricación de  los cordones, debido a que  los alambres exteriores podrían 
10 
 
alcanzar  la  temperatura  crítica  y  cambiar  a  una  estructura  cristalina  antes  que  los 
alambres interiores queden aliviados de las tensiones internas. En estos casos se emplea el 
preestiramiento, proceso en que el cordón es estirado a una tensión no mayor que el 55% 
de  la  resistencia mínima de  rotura que aparece en  la Tabla 1 de  la norma ASTM A 586 
manteniendo  la  carga  en  ese  valor  por  un  período  corto  de  tiempo. Después  de  este 
proceso el cordón tiene buenas propiedades elásticas hasta esta carga. 
Otro  tipo  de  cable  que  se  emplea  para  puentes  de  luces  grandes  es  el  de  alambres 
paralelos, que ya se está empleando en muchos puentes en Japón y China. Un ejemplo es 
el Puente de Angostura sobre el rio Orinoco en Venezuela, terminado en 1967, con 712m 
entre  centros  de  torres;  en  el  que  cada  uno  de  los  dos  cables  tiene  7  182  alambres 
galvanizados  lisos  paralelos  de  5mm  de  diámetro,  lo  que  hace  un  cable  de  47cm  de 
diámetro. 
 
 
Cable de alambres paralelos – Figura 2.2 
(Puente de Angostura 1967) 
 
En  la  figura  2.2  se observa uno de  los  cables del puente  colgante  sobre  el  rio Orinoco, 
donde  se  puede  observar  también  los  flejes metálicos  para mantener  compactados  los 
alambres del cable. 
En la figura 2.3 se observa un cable de alambres paralelos del puente Minami Binan‐Seto, 
entre Honshu y Shikoku en el Japón, con 1 100m de luz entre centros de torres; cada uno 
de los dos cables tiene 34 417 alambres galvanizados lisos paralelos de 5mm de diámetro, 
11 
 
lo que hace un cable de un metro de diámetro. En la figura se ve una de las abrazaderas 
para fijar las péndolas. 
 
 
Puente Minami Bisan‐Seto ‐ Figura 2.3 
 
2.1.2  Protección contra la corrosión 
Dado que los cables están a la intemperie, es necesario protegerlos contra la corrosión. El 
procedimiento  usualmente  empleado  es  usar  cordones  fabricados  con  alambres 
galvanizados ó alambres lisos galvanizados para cables de alambres paralelos. 
El  alambre  galvanizado  puede  ser  de  tres  clases,  A  ó  B  ó  C,  según  el  peso  del 
recubrimiento  de  zinc  que  se  le  ha  colocado.  Este  peso  del  recubrimiento  de  zinc  se 
expresa  en  onzas  por  pie  cuadrado  de  superficie  del  alambre  sin  recubrir.  El 
recubrimiento de clase B  tiene el doble de peso que el de clase A y el recubrimiento de 
clase C tiene el triple de peso que el de clase A. 
Para  alambres  lisos de  5mm   de diámetro,  con un galvanizado de  clase A,  el peso del 
recubrimiento de zinc es de 1 onza por pie cuadrado de superficie del alambre sin recubrir. 
Para  el galvanizado de  clase B ó C  el  recubrimiento de  zinc  es de  2 ó  3 onzas por pie 
cuadrado de superficie del alambre sin recubrir. 
En los cordones de clase B ó C sólo los alambre exteriores del cordón tienen recubrimiento 
de zinc de la clase B ó C, todos los alambres interiores tienen recubrimiento de zinc de la 
clase A. 
En los casos de puentes de luces grandes con cables formados por alambres paralelos, se 
emplean  alambres  galvanizados,  y  terminado  el proceso de  construcción de  los  cables, 
como  protección  adicional  se  coloca  usualmente  una  capa  de  pintura  anticorrosiva 
especial  y  se  envuelve  con  alambre  galvanizado  formando  una  hélice  con  alambres 
totalmente pegados, como se aprecia en la figura 2.4. 
12 
 
 
(Puente de Angostura 1967) ‐ Figura 2.4 
 
En  esta  figura  se  observa  a  la  izquierda  el  cable de  47cm de diámetro  que  ya  ha  sido 
pintado  y  a  la  derecha  la  capa  de  alambre  galvanizado  de  3,86mm  de  diámetro  y  la 
máquina que lo está colocando. 
 
2.2  LAS PÉNDOLAS 
Son los elementos doblemente articulados que trasmiten las cargas del tablero del puente 
y de las vigas de rigidez a los cables. Pueden estar formados por uno ó dos cordones y de 
acuerdo  con  esto  cambia  la manera  de  conectarlos  al  cable.  Estas  péndolas  se  colocan 
verticalmente, aunque en algunos puentes se  les ha colocado  inclinadas para mejorar el 
comportamiento  aerodinámico  (Severn,  Humber),  pero  esto  aumenta  la  variación  de 
esfuerzos debidos a la sobrecarga por lo que no se les ha seguido empleando (Ryall MJ).  
El espaciamiento entre péndolas se selecciona de manera que coincida con los nudos de la 
viga de rigidez, en puentes de pequeña luz se colocan en cada nudo y en puentes de luz 
grande generalmente cada dos nudos, dando espaciamientos del orden de 5.00m a 15.00m. 
Cuando  la péndola está formada por un cordón, se  le fija a  la abrazadera colocada en el 
cable, en su parte inferior, como se ve en la figura 2.5. Como en este caso, la péndola no se 
13 
 
dobla alrededor del cable, no necesita ser flexible, por lo que pueden emplearse alambres 
paralelos  o  también  barras  redondas  lisas  si  las  fuerzas no  son  grandes. En  el  caso de 
emplear  barras  redondas  lisas,  la  conexión  puede  ser  soldada;  si  se  emplean  alambres 
paralelos o cordones, el anclaje es una pieza metálica tronco cónica hueca que se rellena 
usualmente con zinc fundido (sockets). 
 
Péndola formada por un cordón (Ryall MJ) ‐ Figura 2.5 
 
En  este  caso  de  péndola  formada  por  un  cordón,  los  pernos  que  permiten  ajustar  la 
abrazadera  al  cable  se  hallan  dispuestos  verticalmente,  como  se  ve  en  la  figura  2.5. 
Cuando  la  péndola  está  formada  por  dos  cordones,  normalmente  envuelve  el  cable 
pasando por una  ranura de  la  abrazadera,  la  que  tiene  sus pernos de  ajuste  colocados 
horizontalmente, como se ve en la figura 2.6. 
 
Péndola formada por dos cordones (Ryall MJ) ‐ Figura 2.6 
14 
 
 
 El anclaje del cordón o paquete de cordones que se ve en la figura 2.5 se prepara como se 
indica en la figura 2.7 (ROEBLING  1943, American TIGER 1945): 
1. Medir del extremo del paquete de cordones o del cordón una longitud igual a la de 
la  taza del anclaje. Amarrarlo en este punto  con no menos de  tres  ligaduras para 
evitar que se destuerzan los cordones o los alambres. Abrir los cordones cuando se 
trata de un paquete de cordones. 
2. Separar  los alambres en cada cordón. Enderécelos con ayuda de un tubo de fierro. 
Limpiar  todos  los  alambres  cuidadosamente  con un  solvente o gasolina, desde  el 
extremo hasta lo más cerca posible a la primera ligadura. Séquelos. 
3. Sumerja los alambres, hasta los tres cuartos de la distancia a la primera ligadura, en 
una  solución mitad de ácido muriático y mitad de agua  (no emplee una  solución 
más fuerte) y sea muy cuidadoso en evitar que el ácido no toque ninguna otra parte 
del  cordón. Mantenga  la  solución  en  la proporción  indicada y no permita que  se 
acumule  aceite  en  su  superficie.  Mantenga  los  alambres  sumergidos  el  tiempo 
suficiente para que queden completamente limpios, alrededor de treinta segundos a 
un minuto. Enseguida, para neutralizar el ácido, se sumergen los alambres en agua 
hirviendo  a  la  que  se  le  ha  agregado  una  pequeña  cantidad  de  soda  cáustica. 
Séquelos. Amarrarlos  en  el  extremo  de manera  que  el  anclaje,  que  es  una  pieza 
metálica tronco cónica hueca, pueda deslizarse sobre todos los alambres. 
4. Caliente  el  anclaje  para  eliminar  cualquier  humedad  y  para  evitar  que  el  zinc 
fundido endurezca antes de haber llenado completamente la taza del anclaje y luego 
deslícelo sobre todos los alambres. Corte la ligadura superior y distribuya todos los 
alambres  uniformemente  en  la  taza  del  anclaje  y  póngalos  a  nivel  con  su  parte 
superior. Asegúrese que el anclaje este alineado con el eje del cordón o cordones. 
Coloque arcilla refractaria alrededor de la parte baja del anclaje. 
5. Vaciar zinc  fundido en  la  taza del anclaje. Emplee  sólo zinc de alta calidad a una 
temperatura de 4500  C a 4700  C. No emplee babbitt ni otro metal antifricción (babbitt 
es  una  aleación  patentada  de  un metal  antifricción),  y  no  use  la  espuma  que  se 
puede formar en la superficie del zinc fundido.  
6. Remueva  todas  las  ligaduras  excepto  la  más  cercana  al  anclaje.  Después  del 
enfriamiento, que de preferencia debe hacerse  lentamente, el anclaje esta  listo para 
ser empleado. 
 
 
15 
 
 
 
Como colocar un cable en el anclaje (ROEBLING 1943) – Figura 2.7 
 
En  la  figura  2.8  se muestran  dimensiones  de  un  tipo  de  anclaje  con  pasador,  también 
existen anclajes cerrados con una abrazadera y anclajes abiertos con pernos roscados,  lo 
que permite adaptarse a diferentes condiciones de apoyo de las péndolas. 
 
2.3  LA VIGA DE RIGIDEZ 
Tiene por  función  recibir  las  cargas  concentradas que actúan  en  el  tablero y  repartirlas 
uniformemente  sobre  las  péndolas,  lo  que  permite  mantener  la  forma  de  los  cables. 
Normalmente se  le diseña como articulada sobre  las  torres. Las  tres  formas usualmente 
empleadas son: 
 viga reticulada de bridas paralelas 
 viga de alma llena, de plancha soldada 
 viga de sección cajón integrada con la estructura del tablero 
La  viga  de  rigidez  debe  asegurar  un  buen  comportamiento  estructural  del  puente  así 
como permitir que  la estructura  sea económica; para esto debe  tener un peso  reducido, 
16 
 
buenas  características  aerodinámicas  y  funcionando  integralmente  con  el  tablero  debe 
permitir que haya una rigidez torsional importante. 
 
Dimensiones de anclaje con pasador – Figura 2.8 
(American TIGER 1945) 
 
17 
 
La  solución  empleando  vigas  de  sección  cajón  integradas  con  la  estructura  del  tablero 
muestra  buenas  características  aerodinámicas,  rigidez  torsional  elevada  por  ser  una 
sección cerrada y poco peso por integrar la viga de rigidez al tablero. El tablero es en este 
caso  de  estructura  metálica,  de  sección  ortotrópica,  con  los  elementos  longitudinales 
apoyados en diafragmas transversales a distancias del orden de 4.00m, como se ve en  la 
figura 2.9. Este tipo de secciones puede alcanzar relaciones luz/peralte en el rango de 300 a 
400.  
 
Tablero de sección cajón ‐ Figura 2.9 
(Ryall MJ) 
Las vigas de sección cajón fueron empleadas por primera vez en el puente Severn en 1966, 
de 988m de  luz entre  torres, y por su economía y buen comportamiento ante  fuerzas de 
viento por su forma aerodinámica, su empleo se ha  ido generalizando. Se considera que 
una luz del tramo principal del orden de 1750m es actualmente el límite práctico para este 
tipo de sección por estabilidad aerodinámica ante vientos de alta velocidad. 
La solución empleando vigas reticuladas de bridas paralelas ha sido la solución preferida, 
con el tablero a nivel de la brida superior para que funcione como arriostramiento de los 
elementos en compresión y un sistema de arriostramiento en  la brida  inferior con vigas 
transversales también reticuladas coincidiendo con los nudos de la viga de rigidez como 
se aprecia en la figura 2.10. Los tableros con vigas de rigidez reticuladas tienen relaciones 
luz/peralte en el rango de 75 a 175. 
Cuando el puente  lleva tráfico en dos niveles o cuando  lleva tráfico ferroviario  las vigas 
de rigidez deben ser reticuladas de bridas paralelas (Ryall MJ). El puente colgante Tsing 
Ma en Hong Kong con 1377m de luz, terminado el 1997, y el Akashi Kaikyo en Japón con 
1991m de luz, terminado el 1998, son puentes modernos, de gran luz, con vigas de rigidez 
reticuladas de bridas paralelas.  
En la figura 2.10 se muestra el puente Kanmon, con una luz central de 712m, entre las islas 
de  Honshu  y  Kyushu  en  el  Japón,  apreciándose  la  viga  de  rigidez  reticulada  y  las 
péndolas de dos cordones en cada nudo de la viga de rigidez. 
La  solución  empleando  vigas  de  alma  llena,  de  plancha  soldada,  tiene  malas 
características  aerodinámicas, por  lo que  solo  es  aconsejable para puentes  colgantes de 
luces pequeñas. El primer puente colgante de Tacoma, terminado de construir el año 1941 
tenía una luz central de 854m.  El proyecto  original  de  Eldridge tenía vigas de rigidez de 
18 
 
 
 
Viga de rigidez reticulada – Figura 2.10 
 
7.60m de peralte,  con una  relación  luz/peralte de  112. Para  reducir  el  costo del puente 
Moisseiff, consultor del puente Golden Gate, presento una propuesta con vigas de rigidez 
de  alma  llena  de  2.40m  de  peralte,  con  una  relación  luz/peralte  de  355. Cuatro meses 
después de haberse inaugurado colapsó este puente, por inestabilidad aerodinámica ante 
vientos moderados con velocidades menores a 72 km/hora (Salvadori 1992). 
 
19 
 
CAPITULO III 
ANALISIS 
 
3.1   HIPOTESIS PARA EL ANALISIS 
Para presentar los procedimientos de análisis de puentes colgantes es necesario indicar las 
hipótesis en que se basan: 
a. El  cable es perfectamente  flexible,  sólo puede  resistir esfuerzos de  tracción. Esto 
significa que los momentos de flexión son nulos en todos los puntos del cable. 
b. El cable es homogéneo y de sección constante. 
c. Las  cargas  que  actúan  en  el  cable  hacen  que  en  condiciones  de  servicio  su 
comportamiento sea elástico, siguiendo la ley de Hooke. 
d. El eje del cable se desplaza solo en el plano vertical. 
e. La carga externa es vertical y distribuida sobre la proyección horizontal del cable. 
f. Las vigas de rigidez son articuladas en las torres, horizontales, inicialmente rectas, 
de inercia constante y colgada del cable en toda su longitud. 
3.2  RELACIONES ENTRE FUERZAS EN EL CABLE 
El  cable está  sometido a una  carga externa vertical q(x),  trasmitida por  las péndolas. Si 
denominamos A y B a los puntos de apoyo del cable en las torres, en el caso más general 
se  tendrá que estos puntos no están en una  línea horizontal, presentando un desnivel h 
como se indica en la figura siguiente: 
 
Figura 3.1 
Las ecuaciones de equilibrio del elemento diferencial de longitud indicado en la figura 3.1 
son: 
                                      00 xxxx dTTTF                                                    (3‐1) 
                                        00 dxxqdTTTF zzzz                                      (3‐2) 
20 
 
De (3‐1) se halla: 
  HteconsTdT xx  tan0                                                     (3‐3) 
Esto  indica  que  la  componente  horizontal  de  la  tracción  variable  T  en  el  cable,  a  una 
distancia x del apoyo A, es una constante que llamamos H. De la figura 3.1 se tiene que: 
  HTT x cos  
 
2
2 11
cos



dx
dzHtgHHT    (3‐4) 
Siendo el valor de H constante, el valor mínimo de T se obtendrá cuando  la  tangente al 
cable sea horizontal, tg (φ)=0, resultando: 
  HT min  
El valor máximo de T se presenta donde el ángulo φ es máximo,  lo que corresponde al 
apoyo más elevado, en este caso el apoyo A. 
De (3‐2) se halla: 
   dxxqdTz                                                                   (3‐5) 
De la figura 3.1 se encuentra que: 
 
dx
dzHHtgtgTT xz    
Diferenciando esta ecuación: 
  dx
dx
zdHdx
dx
dTdT zz 2
2
  
Reemplazando este valor en (3‐5) se tiene: 
   dxxqdx
dx
zdH 2
2
 
   
H
xq
dx
zd 2
2
  (3‐6) 
Esta es la ecuación diferencial de la elástica del cable. Integrando esta ecuación: 
   dxxq
Hdx
dz x
0
1   (3‐7) 
En  Timoshenko  1954,  pág.  70,  se  muestra  que  si  consideramos  una  viga  horizontal 
simplemente apoyada en A y B, con la misma luz y carga que el cable se tiene que: 
      xQddxxq    (3‐8) 
donde Q(x) es la fuerza cortante de la viga horizontal en la sección considerada y donde 
además: 
      xMddxxQ   
21 
 
siendo M(x) el momento de flexión de la viga horizontal en la sección considerada. 
Reemplazando (3‐8) en (3‐7) se obtiene: 
      1
0
1 C
H
xQdxxq
Hdx
dz x     
      21
0
1 CxCH
xMdxC
H
xQz
x


    
Para calcular las constantes C1 y C2 se tiene que: 
  00  zx  ;     000 2  CM  
  hzLx   ;    
L
hCLM  10  
Luego: 
   
L
h
H
xQ
dx
dz    ;       x
L
h
H
xMz    (3‐9) 
Si  los dos apoyos del cable están al mismo nivel, h=0. Si h>0, el punto B esta debajo del 
punto A y si h<0, el punto B está por encima de A. 
 
3.3  CABLE CON APOYOS AL MISMO NIVEL, SOMETIDO A UNA CARGA 
UNIFORMEMENTE REPARTIDA EN PROYECCIÓN HORIZONTAL 
En  este  caso  h=0  y  la  carga  repartida  tiene  por  valor  q(x)  = w  =  constante. En  la  viga 
horizontal en que se obtuvo la ecuación (3‐8), se tiene: 
    

  xLwwxwLxQ
22
 
   
22
2wxxwLxM   
Reemplazando este último valor en (3‐9) se tiene: 
  


 
22
1 2wxxwL
H
z   (3‐10) 
Como de acuerdo con (3‐3), H es constante, la forma que toma el cable en este caso es la 
de una parábola de segundo grado. 
La flecha máxima del cable, z = f, se presenta para x = L/2. Reemplazando estos valores en 
la ecuación (3‐10): 
 
H
wL
x
wLLxwL
H
f
84222
1 22 


   
 
f
wLH
8
2
   (3‐11) 
22 
 
Reemplazando este valor de H en (3‐10) se obtiene la ecuación del cable: 
  

 
L
x
L
xfz 14   (3‐12) 
La  tensión máxima en el cable se va a presentar en  los apoyos. Para aplicar  la ecuación   
(3‐4) calculamos: 
 
L
f
L
ftg a
4
2
2 


  
  2
22
2 161
8
1
L
f
f
wLtgHTa     (3‐13) 
 
Una  información necesaria para  la  construcción  es  la determinación de  la  longitud del 
cable entre los apoyos A y B. Esta longitud está dada por: 
  dx
dx
dzs
L 2
1
2/
0
2
0 12  


 

   (3‐14) 
Para  que  sea más  simple  el  cálculo  del  valor  de  la  integral,  trasladamos  el  origen  de 
coordenadas al punto más bajo de  la parábola, en el centro de  la  luz, obteniendo como 
ecuación del cable: 
  2
2
4
L
xfz    ;    28L
fx
dx
dz    (3‐15) 
Reemplazando (3‐15) en (3‐14) se tiene: 
  dx
L
xfs
L 2
1
2/
0
4
22
0
6412  

    (3‐16) 
En de Losada 1951, pág. 491, se tiene la solución de esta integral, obteniéndose: 
 



  2
22
2
2
0
1614
8
161
2 L
f
L
fL
f
L
L
fLs e   (3‐17) 
Donde Le indica logaritmo neperiano. Una solución aproximada del valor de la longitud 
del cable se obtiene desarrollando en una serie infinita el radical de la integral en (3‐16): 
  dx
L
xf
L
xf
L
xfs
L 

 
2/
0
12
663
8
442
4
22
0 ...16
64
8
64
2
6412  
Luego: 
  

  ...
7
256
5
32
3
81 6
6
4
4
2
2
0 L
f
L
f
L
fLs  
23 
 
Las relaciones f/L usuales en puentes colgantes no exceden de 0.11 como se ha mostrado 
en 1.2, por esto es usual emplear, en cálculos preliminares o para puentes de pequeña luz, 
la fórmula anterior con sólo dos sumandos, lo que produce un error menor a 1 por mil: 
  L
L
fs 

  2
2
0 3
81   (3‐18) 
 
3.4 CABLE  CON  APOYOS  A  DISTINTO  NIVEL,  SOMETIDO  A  UNA 
CARGA  UNIFORMEMENTE  REPARTIDA  EN  PROYECCIÓN 
HORIZONTAL 
Esto  caso  se presenta en  los  tramos  laterales de un puente  colgante. De acuerdo  con  la 
figura 3.1, la luz del tramo es L y la flecha f se mide al centro de la luz, verticalmente, a 
partir de la línea inclinada que une los apoyos. 
Denominamos D al punto donde la tangente al cable es horizontal, y donde la Fuerza T va 
a  ser mínima. Combinando  las  ecuaciones  (3‐12)  y  (3‐9)  tenemos  la  ecuación del  cable 
correspondiente a este caso: 
  x
L
h
L
x
L
xfz 

  14   (3‐19) 
Calculamos  el  valor  de  xD  correspondiente  al  punto  donde  el  cable  tiene  la  tangente 
horizontal: 
  084 2  L
hx
L
f
L
f
dx
dz
D  
 
24
1 L
f
hxD 


    (3‐20) 
La  longitud s del cable se calcula como  la suma de dos  longitudes, sAD y sDB, hallándose 
cada  una  empleando  las  fórmulas  de  2.3  divididas  entre  2,  por  corresponder  a media 
longitud de las parábolas. 
Como el cable es continuo entre el tramo lateral y el tramo central, sobre la torre de apoyo 
la  fuerza H  debe  ser  igual  a  ambos  lados  para  evitar  una  fuerza  no  equilibrada  que 
produzca flexión sobre la torre. En este caso, si llamamos L y f a la luz y flecha del tramo 
central, y L1 y f1 a la flecha del tramo lateral se debe cumplir que: 
 
1
2
11
2
88 f
Lw
f
wL   
 
2
11
1 




L
L
w
wff   (3‐21) 
 
 
24 
 
3.5 CABLE CON APOYOS AL MISMO NIVEL, SOMETIDO A UNA CARGA 
UNIFORMEMENTE REPARTIDA A LO LARGO DEL CABLE 
La ecuación de la curva que toma el cable en este caso de carga se denomina una catenaria 
y corresponde a cargas semejantes al peso propio del cable.  
El  origen de  coordenadas  y  la  orientación de  los  ejes  se  adoptan  como  se  indica  en  la 
figura siguiente: 
 
Figura 3.2 
Si s es la longitud del cable entre D y P, el peso del segmento DP de cable es qs, donde q 
es el peso por unidad de  longitud del cable. El equilibrio de fuerzas en el punto P de  la 
figura 3.2, teniendo en cuenta el resultado calculado en la ecuación (3‐3), es: 
  HT cos   ;   qsTsen   
Definimos una constante C que sea el cociente de la constante H entre el peso q, de valor 
constante por unidad de longitud del cable: 
  qCH
q
HC    (3‐22) 
 
C
s
qC
qs
H
qs
T
Tsentg  

cos
 
Luego: 
   tgCs    (3‐23) 
Esta es la ecuación de la catenaria y la constante C, cuyo valor esta en (3‐22), es llamada el 
parámetro de la catenaria. Transformamos esta ecuación a coordenadas cartesianas: 
  s
dx
dzC   
Derivando esta ecuación respecto a x: 
 
2
2
2
1 


dx
dz
dx
ds
dx
zdC  
Para poder integrar esta ecuación diferencial, la modificamos de la siguiente forma: 
25 
 
  1
1
2







dx
dz
dx
dz
dx
d
C   (3‐24) 
En Granville 1952, pag. 521, se encuentra que este cociente es la derivada de: 
  11 

 


dx
dzsenh
dz
dC  
donde  se  está  empleando  la  derivada  de  la  función  inversa  del  seno  hiperbólico. 
Empleando este resultado, la integración de (3‐24) resulta en: 
  Ax
dx
dzCsenh 

1  
Empleando la definición de función inversa este resultado se puede escribir como: 
  

 


C
Axsenh
dx
dz  
Para calcular el valor de la constante A se conoce que para x = 0 la tangente es horizontal, 
luego: 
  000 

 

 A
C
Asenh
dx
dz  
  




C
xsenh
dx
dz  
Integrando esta ecuación se obtiene: 
  B
C
xCz 

 cosh  
Si hacemos que para x=0 se tenga que z=C, como se ha indicado en la figura 3.2: 
  00cosh 

 BBCCB
C
CC  
Luego, la ecuación cartesiana de la catenaria es: 
  


C
xCz cosh   (3‐25) 
Si se conoce la luz L y la flecha f de la catenaria, se determina el valor de C de la ecuación 
(3‐25), ya que se conocen las coordenadas x = L/2 y z = C + f. Reemplazando en (3‐25) se 
halla: 
 
1
2
cosh 


C
L
fC   (3‐26) 
26 
 
El  valor  de  C  tiene  que  obtenerse  por  tanteos,  haciendo  coincidir  el  valor  de  los  2 
miembros de (3‐26). 
La tensión T en cualquier punto del cable vale: 
   22222222222 CsqsqCqsqHT    (3‐27) 
pero: 
  


C
xCsenh
dx
dzCCtgs   
  2222222 1cosh Cz
C
xC
C
xsenhCs 

 



  
Reemplazando este valor en (3‐27) se tiene: 
      2222222222 zqCCzqCsqT   
Luego: 
    qCHTfCqTqzT  minmax   (3‐28) 
  22 Cz
C
xCsenhs 

   (3‐29) 
Si se comparan los resultados obtenidos de un cable parabólico y uno con la ecuación de 
una catenaria, con la misma luz L, flecha f y carga w, para relaciones f/L que no excedan 
de 0.1, los resultados para el cable parabólico difieren del cable con forma de catenaria en 
valores por defecto que no exceden de 1.5 por ciento. Esta pequeña diferencia  justifica la 
práctica  usual  para  puentes  pequeños  y  medianos,  de  considerar  todas  las  cargas 
uniformemente  repartidas  en  proyección  horizontal  y  que  el  cable  toma  una  forma 
parabólica. 
27 
 
CAPITULO IV 
DISEÑO DE UN PUENTE 
 
4.1  DESCRIPCION GENERAL DEL PROYECTO 
La  presente  Memoria  de  Cálculo  forma  parte  del  Proyecto  de  Construcción  del  Puente 
Inkachaka  sobre  el  río  Pampas  ubicado  en  el  distrito  de  Saurama  de  la  Provincia  de 
Vilcashuamán del Departamento de Ayacucho. 
El  área  de  estudio  que  comprende  el  emplazamiento  del  Puente  vehicular  Inkachaka,  se 
encuentra  ubicada  sobre  el  río  Pampas, muy  cerca  de  la  antigua  obra  inca  denominada 
Inkachaka en el distrito de Saurama de la Provincia de Vilcashuamán del Departamento de 
Ayacucho  y  específicamente  en  la  zona  en  la  cual  se  ha  proyectado  el  encuentro  de  las 
carreteras que partiendo desde Saurama por la margen izquierda y partiendo de Uranmarca 
por la margen derecha han de llegar a encontrarse cerca de la zona de Inkachaka.  
4.1.1  Ubicación del Puente 
La  ubicación  del  Puente  Inkachaka  sobre  el  río  Pampas,  de  acuerdo  a  la  información 
cartográfica  a  escala  1:100,000  del  IGN  correspondiente  a  la  Hoja  28‐O  (Chincheros), 
corresponde a una zona en la cual el río ha formado un gran meandro con un radio promedio 
de 0.80 Km. en una longitud de 2.50 Km. Esta ubicación corresponde aproximadamente a las 
siguientes coordenadas geométricas: 
Coordenada Norte: 8’484,500 
Coordenada Este: 639,000 
Altitud: 2,055.000 m.s.n.m. 
Sobre  esta  zona  se  ha  efectuado  un  análisis minucioso  de  las  condiciones  naturales  del 
emplazamiento para  el Puente  Inkachaka,  cuya ubicación  se ha determinado  tomando  en 
cuenta los criterios generales siguientes:  
 Posición del trazo de la actual carretera afirmada, sin tener carácter limitativo. 
 Ubicación en un  tramo del  río Pampas preferentemente  recto y con ocurrencia del 
flujo de agua en condiciones casi uniformes. 
 Ubicación en un punto del cauce del río  lo más estrecho posible, que permita una 
menor longitud de luz del Puente Inkachaka. 
 Posición del eje del Puente Inkachaka formando un ángulo recto con el eje principal 
del río. 
 Ubicación  en  una  zona  lo  suficientemente  estable  de manera  que  no  se  necesite 
cambiar la forma de la sección del río para mejorar las condiciones del flujo de agua. 
 Ubicación en una zona en  la cual el historial de migración del río y sus tendencias 
geomorfológicas se muestren estables y sin mayores cambios. 
 Existencia de puntos potenciales sobre el río para un posible control hidráulico. 
28 
 
 Ubicación  en  una  zona  del  río  en  donde  las  características  geomecánicas  del 
subsuelo permitan una cimentación adecuada y de fácil construcción. 
 Consideración del uso de tierras adyacentes y propiedad privada. 
 Disponibilidad relativa de materiales de construcción. 
 Máxima eficiencia económica. 
 Mínimo impacto ambiental 
Tomando en cuenta los criterios antes mencionados, es que se ha ubicado el eje del Puente 
Inkachaka a unos 50.0 m. aguas abajo de la ubicación de la obra inca denominada Inkachaka; 
lo que corresponde a una cota de fondo del lecho del río igual a 2,491.000 m.s.n.m., acorde a 
la  información  topográfica  disponible  proporcionada  por  el  CTAR  –  Ayacucho  y  la 
Municipalidad Distrital  de  Saurama;  la  cual  ha  sido  complementada  y  verificada  por  el 
Consultor.  El  eje  del  Puente  proyectado  es  sensiblemente  recto  con  respecto  al  curso 
principal del río. 
4.1.2  Características y Cargas Empleadas 
El puente tiene 100 m. de luz, es de una sola vía de tránsito y por la naturaleza del proyecto 
se  ha  considerado diseñar  en  este  caso  un Puente Colgante. El puente  tiene  una  losa de 
concreto  armado  de  20  cm.  de  espesor,  soportada  por  vigas metálicas  transversales  a  la 
dirección  del  tráfico,  a  su  vez  estas  vigas  se  apoyan  en  dos  vigas metálicas  reticuladas 
colgadas de péndolas que se sujetan de los cables principales. En este caso se ha considerado 
colocar columnas de concreto armado como soporte de los cables del Puente Colgante. 
El análisis y diseño se ha desarrollado de acuerdo con las exigencias del Manual de Diseño 
de Puentes de la Dirección General de Caminos y Ferrocarriles del Ministerio de Transportes 
y Comunicaciones, la Norma Peruana de Diseño Sismorresistente E‐030, la Norma Peruana 
de Cargas  E‐020, las Normas del American Concrete Institute ACI‐318‐99 para los elementos 
de  concreto  armado  y  las  Normas  AASHTO  para  los  elementos  metálicos  y  detalles 
especiales.  
La sobrecarga móvil empleada en el diseño corresponde a  los camiones HS20 de  la norma 
AASHTO. 
La resistencia del  terreno empleada es 2.30 kg/cm2  de acuerdo con el Estudio de Mecánica de 
Suelos elaborado por el Ing. Erasmo Matos Espinosa en diciembre de 2005. 
Para las estructuras de concreto armado se ha empleado concreto de fʹc = 210 kg/cm2 y acero 
corrugado de grado 60, fy = 4200 kg/cm2. Para las estructuras metálicas se ha empleado acero 
A‐36,  soldadura E7018, pernos A‐325 y para  los  cables  se han  empleado  cordones ASTM  
A586. 
4.1.3  Dimensionamiento Preliminar 
La luz del puente está establecida en 100.00m. Como el puente es de solo una vía, el ancho de 
vía es de 3.60m y al considerar dos veredas peatonales se ha tomado un ancho entre ejes de 
vigas  longitudinales  de  5.45m.  Para  dimensionar  la  viga  de  rigidez,  se  ha  escogido  una 
29 
 
relación luz/peralte de 50, lo que lleva a un peralte entre ejes de 2.00m y de afuera a afuera de 
la viga de 2.50m. Como flecha del cable se ha escogido 1/10 de la luz o sea 10.00m y se le hace 
pasar al centro de la luz 2.50m encima de la viga de rigidez. Con esto la altura de las torres es 
de 15.00m sobre el nivel inferior de la viga de rigidez. 
Para  poder  hacer  un  dimensionamiento  preliminar  de  los  elementos  de  cables:  el  cable 
principal y las péndolas, debemos determinar las cargas repartidas actuantes. 
La carga permanente, cuya evaluación en detalle se muestra en 4.4.1, tiene el siguiente valor: 
 Losa = 0.20x5.45x2400    = 2616 kg/m 
 Veredas = 2x0.25x0.90x2400   = 1080 kg/m 
 Asfalto = 3.65x0.05x2000   =   365 kg/m 
 Vigas metálicas = estimado   = 1500 kg/m 
 Cable + péndolas = estimado  =   200 kg/m 
Esto hace un total de 5761 kg/m que es soportado por los dos cables principales. Por cable es 
2881 kg/m. 
La sobrecarga está  formada por dos partes, una sobrecarga repartida que actúa en  todo el 
puente y un camión de 3 ejes, con un peso total de 32740 kg, que se ubica al centro del puente 
por ser la posición más desfavorable. Hallamos una carga repartida equivalente al peso del 
camión, para efectos de flexión, con un valor de 2P/L, de acuerdo con la norma a esta parte 
de la sobrecarga se le multiplica por el coeficiente de impacto. El valor total de la sobrecarga 
será de: 
 s/c repartida         = 970 kg/m 
 s/c concentrada = 2x32740x1.33/100   = 871 kg/m 
Esto hace un total de 1841 kg/m que es soportado por los dos cables principales. Por cable es 
921 kg/m. 
Empleando la solución aproximada, de acuerdo con (3‐13), la tracción máxima en cada cable 
es: 
    22 2 22 22881 921 10016 16 101 1 5118608 8 10 100
xwL f xT x kg
f L x
      
Si aceptamos un factor de seguridad de 3, expresamos el valor en ton. cortas y empleamos 
un cable formado por 7 cordones, cada uno de los cordones debe tener una resistencia de: 
Tu = 3x511.86x1.1/7 = 241.3 ton. cortas 
En  la Norma ASTM A  586,  Tabla  1,  del Anexo  2  se  encuentra  que  se  deben  emplear 
cordones de 2” de diámetro que tienen una resistencia última de 245 ton cortas. 
Para las péndolas se ha considerado que 2 cables de 7/8” en cada una son suficientes. 
Con  este  predimensionamiento  se  ha  preparado  el modelo  estructural  para  el  análisis 
computacional de la estructura. 
30 
 
4.2  ANÁLISIS SÍSMICO  
4.2.1 Parámetros Generales 
El análisis sísmico se ha efectuado de acuerdo a las indicaciones del Manual de Diseño de 
Puentes, 2003. Se ha empleado un modelo tridimensional  con tres coordenadas dinámicas 
por nivel, tomando en cuenta deformaciones por flexión, fuerza cortante y carga axial. Los 
apoyos  se han  considerado  como  empotramientos perfectos  en  el nivel  superior de  las 
zapatas. En este caso en particular, al realizar el análisis sísmico empleando el método de 
superposición  espectral  se  debe  considerar  como  criterio  de  superposición  la 
Combinación Cuadrática Completa (CQC), como lo indica la Norma AASHTO LRFD 2004 
en 4.7.4.3.3. 
Tal como lo indica el Manual de Diseño de Puentes en 2.4.3.11, los parámetros para definir 
el espectro inelástico de pseudo‐aceleraciones son: 
Coeficiente de Aceleración A = 0.30 g        ; de acuerdo al plano de  isoaceleraciones         
presentado en el EMS y en el Manual 
en su Apéndice A. 
Zona Sísmica                              = 4               ;  0.29 < A 
Coeficiente de Sitio S                 = 1.2            ;  Perfil de suelo tipo II. 
Factor de Reducción R               =  3           ;  Columnas de concreto armado. 
Factor de Amplificación Sísmica: 
3
2
2.1
T
ASC     AC 5.2  
En  las  siguientes  figuras,  4.1  a  4.3,  se  muestra  el  puente  en  una  vista  del  modelo 
tridimensional  preparado  para  usarlo  con  el  programa  SAP2000  así  como  las 
configuraciones deformadas obtenidas en la dirección longitudinal X‐X y transversal Y‐Y. 
Para el peso de la estructura se ha considerado la carga permanente total más el 50% de la 
sobrecarga, de  acuerdo  a  lo  indicado  en  la parte  final de  los  comentarios de  la Norma 
AASHTO en 3.4.1. 
4.2.2 Resultados del Análisis Sísmico  
El Análisis Sísmico se hizo de acuerdo a lo indicado en el Manual de Diseño de Puentes. 
Como resultado del análisis sísmico se obtuvieron  los desplazamientos  laterales en cada 
nivel y las fuerzas de sección en los elementos. A continuación se muestran los resultados 
para las direcciones X‐X e Y‐Y. 
Los períodos de vibración fundamentales son los siguientes:  
  Período T (seg)  % Participación 
Dirección X‐X  0.72  47% 
31 
 
Dirección Y‐Y  17.02  48% 
 
En la dirección X‐X, longitudinal, con los tres primeros modos de vibración se alcanza un 
90% de participación, estando estos tres modos desacoplados de los otros modos de vibrar.  
En  la  dirección  Y‐Y,  transversal,  se  necesita  considerar  los  seis  primeros  modos  de 
vibración  para  alcanzar  el  91%  de  participación  y  todos  ellos  están  acoplados  con  los 
modos rotacionales en esa dirección. 
De acuerdo con 2.11.3.4 del Manual de Diseño de Puentes, cuando hay acoplamiento de 
modos en cada modo de vibración, es necesario emplear un análisis espectral multimodal 
usando un modelo  tridimensional para  representar  la estructura. Esto concuerda  con  la 
manera de modelar y analizar este puente. 
4.2.3  Fuerza Cortante en la Base del Puente 
 
  V dinámico(t) 
Dirección X‐X  100.66  
Dirección Y‐Y  47.93 
 
 
MODELO ESTRUCTURAL – Figura 4.1 
32 
 
 
CONFIGURACIÓN DEFORMADA DEL MODO FUNDAMENTAL EN X‐X 
Figura 4.2 
CONFIGURACION DEFORMADA DEL MODO FUNDAMENTAL EN Y‐Y 
Figura 4.3 
33 
 
4.2.4  Desplazamientos Máximos 
Los resultados obtenidos en la columna de concreto armado son los siguientes: 
 Dirección XX: 1.068 cm =  0.000712 H (H = 15.00 m) 
 Dirección YY: 8.838 cm =  0.005892 H 
El Manual de Puentes no tiene ninguna limitación sobre desplazamientos máximos. Como 
comparación,  se  puede  apreciar  de  los  valores  anteriores  que  los  desplazamientos 
laterales  máximos  cumplen  con  las  exigencias  de  la  Norma  E.030  para  edificios  de 
concreto armado, ya que no exceden de 0.007H.  
 
4.3  ELEMENTOS 
Para el análisis de la estructura, tanto para solicitaciones sísmicas, de viento y para cargas 
de gravedad con el programa SAP 2000, se ha empleado el modelo mostrado en la figura 
4.1  y  una  vez  determinadas  las  solicitaciones  y  efectuado  el  diseño  de  los  distintos 
elementos que aparecen en los planos del Anexo IV se han modificado los elementos del 
modelo a los que aparecen en la Figura 4.4 
 
 
 
SECCIONES EN PUENTE COLGANTE – Figura 4.4 
34 
 
4.4  CARGAS 
4.4.1 Carga permanente 
Se evalúa por m2 de superficie del tablero y como carga concentrada en el espaciamiento 
de las vigas transversales. Se está previendo que en el futuro se pueda colocar una carpeta 
asfáltica de 5cm de espesor. 
Losa    : 2.40x.20  = 0.48 t/m2 
Asfalto: 2.00x.05  = 0.10 t/m2           wcm = 0.58 t/m2 x2.5m = 1.45 t/m 
Vereda: 2.40x.25  = 0.60  t/m2          wcm = 0.60 t/m2 x2.5m = 1.50 t/m 
 
 
 
 
Cargas Permanentes Concentradas – Figura 4.5 
 
35 
 
4.4.2   Sobrecarga. Camión HS20 
De  acuerdo  con  lo  indicado  en  el Manual  del Ministerio  de  Transportes  y  la Norma 
AASHTO la sobrecarga HS20 puede ser representada, como se indica en la figura 4.6,  por 
las tres cargas puntuales de un camión de diseño, las que deben incrementarse en un 33% 
por efectos de  impacto, más una carga de 970 kg‐f/m uniformemente distribuida en un 
ancho de 3.00m en la dirección transversal, y que se aplicará en todas aquellas porciones 
del puente en que produzca un efecto desfavorable. No se considerará efectos de impacto 
para esta última carga repartida. 
 
 
 
 
 
 
36 
 
 
 
 
Sobrecarga HS20 – Figura 4.6 
 
4.4.3  Sobrecarga en Veredas 
Como  sobrecarga de  veredas  se ha  considerado un  valor de  400  kg‐f/m2. Como  carga 
concentrada en el espaciamiento de  las vigas  transversales el valor es wcv = 0.40  t/m2 x 
2.5m  = 1.00 t/m. 
 
Sobrecarga en veredas – Figura 4.7 
 
 
4.4.4  Carga de Viento 
Estas cargas se han tomado según  las  indicaciones de 2.4.5.10   del Manual de Diseño de 
Puentes. La velocidad de referencia, correspondiente a una altura de 10m se ha  tomado 
del plano del Anexo 2 de la Norma de Cargas E.020, y para la ubicación del puente da un 
37 
 
valor de 65 km/h. Como la distancia entre el nivel de agua y la parte superior del tablero 
no alcanza 10m, esta es la velocidad de diseño. 
 Vz  = 65 km/h 
 PB = 150 kg‐f/m2 (Tabla 2.4.3.10.2‐1 del Manual) 
 P = PB (Vz/100)2 = 64.6 kg‐f/m2 
Presión horizontal sobre los elementos: 
W21:       w= 64.6 kg‐f/m2x.53m = 34.46 kg‐f/m 
W8  :       w= 64.6 kg‐f/m2x.20m = 13.13 kg‐f/m 
Presión horizontal sobre los vehículos, p = 150 Kg/m colocada en la brida superior. 
Presiones verticales sobre el tablero:  
PS = 100 kg‐f/m2 x5.10m = 510 Kg/m 
De acuerdo  lo indicado en el Manual en 2.4.3.10.4, el 75% actúa al lado de barlovento 
y el 25% al lado de sotavento: 
                        510 Kg/m 0x.75 =382.5 Kg/m 
                        510 Kg/m 0x.25 =127.5 Kg/m 
No se considera necesario hacer estudios de estabilidad aerodinámica cuando, de acuerdo 
a  lo  indicado  en  2.4.3.10.5 del manual de Diseño de Puentes  y  en  3.8.3.1 de  la Norma 
AASHTO, la relación luz/ancho del tablero es menor que 30. En este caso es 18.3. 
4.4.5   Cambio de Temperatura 
En este caso se ha tomado en cuenta una variación de 20oC y se han procedido a calcular 
los esfuerzos por este efecto. 
 
CARGAS DE VIENTO EN LA DIRECCION Y‐Y – Figura 4.8 
38 
 
 
DETALLE DE CARGAS DE VIENTO EN LA DIRECCION Y‐Y – Figura 4.9 
 
 
 
CARGAS DE VIENTO EN LA DIRECCION Z‐Z – Figura 4.10 
39 
 
 
DETALLE DE CARGAS DE VIENTO EN LA DIRECCION Z‐Z – Figura 4.11 
 
4.5  RESULTADOS 
4.5.1  Viga soporte de Losa 
Se muestran los diagramas de momentos, en txm, para el diseño de las vigas transversales. 
 
 
DMF – Cargas Permanentes 
 
DMF – Sobrecarga 
- 40 - 
 
4.5.2  FUERZAS AXIALES EN LA ESTRUCTURA PRINCIPAL (en toneladas) 
4.5.2.1 Cargas Permanentes: peso propio + losa de concreto +asfalto + vereda 
 
 
 
- 41 - 
 
4.5.2.2  Sobrecarga HS20 – Repartida 
 
- 42 - 
 
4.5.2.3  Sobrecarga HS20 ‐ Puntual 
 
- 43 - 
 
4.5.2.4  Sobrecarga de Veredas 
 
- 44 - 
 
4.5.2.5  Sismo X‐X 
 
- 45 - 
 
4.5.2.6  Sismo Y‐Y 
 
- 46 - 
 
4.5.2.7  Viento Y‐Y 
 
 
- 47 - 
 
4.5.2.8  Viento Z‐Z 
 
- 48 - 
 
4.5.2.9  Cambio de Temperatura 
 
 
- 49 - 
 
4.5.3  MOMENTOS FLECTORES EN LA ESTRUCTURA PRINCIPAL (en txm) 
4.5.3.1 Cargas Permanentes: peso propio + losa de concreto +asfalto + vereda 
 
 
- 50 - 
 
4.5.3.2  Sobrecarga HS20 – Repartida 
 
 
- 51 - 
 
4.5.3.3  Sobrecarga HS20 ‐ Puntual 
 
 
- 52 - 
 
4.5.3.4  Sobrecarga de Veredas 
 
 
- 53 - 
 
4.5.3.5  Sismo X‐X 
 
 
- 54 - 
 
4.5.3.6  Sismo Y‐Y 
 
 
- 55 - 
 
4.5.3.7  Viento Z‐Z 
 
 
- 56 - 
 
4.5.3.8  Cambio de Temperatura 
 
57 
 
4.6  DISEÑO DE ELEMENTOS 
4.6.1  Losa del tablero 
Es una  losa  continua de  concreto  armado de  20  cm de  espesor, de  5.45 m de  ancho  y 
apoyada sobre vigas metálicas de 30 cm de ancho, espaciadas cada 2.50m. El concreto es 
de resistencia f’c = 210 kg/cm2 y el acero es de grado 60, fy = 4200 kg/cm2. 
La relación de lados de la losa es: 
 5.118.2
50.2
45.5
b
a
Losa armada en 1 sentido 
Por estar apoyada en vigas metálicas: 
L = 2.50m – 0.30m/2 = 2.35m = 7.708 ft 
Para no verificar deflexiones en la losa, se recomienda: 
cmftLfth 0.1859.0
30
10708.7
30
10)(   
Como el espesor escogido de  la  losa es 20cm, mayor que 18cm, no es necesario verificar 
deflexiones. 
En  4.4.2  se  muestra  el  tren  de  cargas  correspondiente  al  camión  HS20.  Por  ser  la 
separación entre ejes del camión 4.30m mayor que la luz de la losa = 2.35m, el momento 
máximo de flexión en la losa se produce para un eje de ruedas colocado al centro de la luz. 
El ancho de distribución de  la  rueda del camión, para armadura paralela al sentido del 
tráfico, es: 
E (ft) = 4 + 0.06L = 4+0.06x7.708ft = 4.462ft = 1.36m 
Según se muestra en 4.4.2 la carga del eje de 2 ruedas es de 14550 kg. La carga por rueda 
dividida entre el ancho de distribución e incrementada en 33% por efecto de impacto es: 
14550 1.33 7114.5
2 1.36
kg kgP x
x m m
   
El momento máximo de  flexión  en  la  losa,  afectado por un  factor  0.8 por  ser una  losa 
continua, considerando la carga puntual y la sobrecarga repartida es: 
27114.5 2.35 970 2.350.8 0.8 3522
4 3 8L
x x kgxmM x x
x m
    
Para calcular el momento debido a cargas permanentes hallamos la carga actuante: 
  Peso propio de la losa = 0.20 x 2400 kg/m3   = 480 kg/m2 
  Asfalto = 0.05m x 2000 kg/m3    = 100 kg/m2 
            wD  = 580 kg/m2 
El momento máximo de flexión para cargas permanentes es: 
m
kgxmxxM D 3208.08
35.2580 2   
58 
 
 
El momento último para el diseño es: 
1.25 1.75 1.25 320 1.75 3522 6564u D L
kgxmM M M x x
m
      
d = 20cm – 6cm = 14cm 
Para este momento último y peralte útil, se encuentra: 
As = 14.07 cm2/m = Φ5/8” @ 0.125m 
Perpendicularmente a este refuerzo longitudinal con el eje del puente, debe colocarse un 
acero transversal de distribución, con S = 2350mm: 
2
"17.5 17.5 14.07 5.08 1 / 2 @0.20
2350st s
cmA A m
mS
     
4.6.2   Vigas de soporte de la losa 
De acuerdo a  lo  indicado en 4.5.3, el momento de  flexión  total actuante  sobre  las vigas 
metálicas de soporte de la losa, considerando el efecto de impacto sobre la carga viva, es: 
MD = 5.45 txm 
ML = 12.41 txm 
Luego, en condiciones de servicio: 
M = 5.45 + 1.3 x 12.41 = 21.583 txm 
El esfuerzo admisible en flexión para acero A‐36 es: 
Fb = 20 ksi = 1400 kg/cm2 
El modulo de sección necesario para la viga es: 
33 1.946.1541
1400
10021583 incmx
F
MS
b
b   
Para el perfil W12x72 escogido, se tiene: 
CONFORMEinSx  1.944.97 3  
4.6.3  Cable Principal 
De acuerdo a  lo  indicado en 4.5.2,  las  fuerzas de  tracción actuantes en el cable para  las 
distintas condiciones de carga son: 
  Carga permanente    T = 281.70 t. 
  Carga viva vehicular    T =  54.51 t 
  Carga viva en veredas  T =  30.18 t 
  Sismo en X‐X      T =  14.60 t 
  Sismo en Y‐Y      T =    0.48 t 
  Cambio de temperatura  T =  12.63 t 
59 
 
El coeficiente de impacto, para la carga viva vehicular, es 0.33. 
El viento produce fuerzas despreciables sobre el cable, como se encuentra en 4.5.2, por lo 
que no se han indicado.  
En  la  determinación  de  la  fuerza  de  tracción  máxima  de  diseño  no  consideramos  la 
solicitación sísmica, porque el 30% de  incremento en  los esfuerzos admisibles cuando se 
considera el sismo hace que no sea crítica. 
La tracción máxima actuante es: 
Tmax = 281.70 + 54.51x1.33 + 30.18 + 12.63 = 397.0 t 
Vamos a emplear 7 cables estructurales de diámetro nominal 1‐3/4”, de alambre helicoidal, 
Norma ASTM A586 con recubrimiento de zinc de clase A. La resistencia mínima de rotura 
de cada cable es 188 ton cortas, lo que da una resistencia total de rotura de: 
Tu = 7 x 188 = 1316 ton cortas = 1196 ton. 
El factor de seguridad para el cable es de: 
F.S. = 1196/397 = 3.01 > 3.0   CONFORME 
4.6.4  Péndolas 
Para las péndolas empleamos en cada lado del puente 2 cables de 3/4” de diámetro, todos 
los cables de las mismas características ya indicadas para el cable principal. 
Las cargas actuantes en cada una de las péndolas son: 
                                                                 Φ 3/4”                        
  Carga permanente    T = 9.94 t  
  Carga viva vehicular    T =  2.04 t  
  Carga viva en veredas  T =  1.13 t  
  Sismo en X‐X      T =  0.55 t  
  Sismo en Y‐Y      T =   0.04 t  
  Cambio de temperatura  T =   0.47 t  
En  la  determinación  de  la  fuerza  de  tracción  máxima  de  diseño  no  consideramos  la 
solicitación sísmica, porque el 30% de  incremento en  los esfuerzos admisibles cuando se 
considera el sismo hace que no sea crítica. 
La tracción máxima actuante es: 
 Tmax = 9.94 + 2.04x1.33 + 1.13 + 0.47 = 14.25 t 
La resistencia mínima de rotura del cable de 3/4” es 34 ton cortas. Esto da una resistencia 
total de rotura para los 2 cables de 3/4” de: 
Tu = 2 x 34 = 68 ton cortas = 61.8 ton. 
El factor de seguridad para el cable de 2 de 3/4” es de: 
F.S. = 61.8/14.25 = 4.33 > 3.0   CONFORME 
4.6.5  Cámara de anclaje 
Se  construye  una  cámara  de  anclaje  para  los  dos  cables  principales  en  cada  lado  del 
puente. La tracción máxima actuante en cada cable, calculada en 6.3, es: 
60 
 
Tmax = 2 x 397 t = 794 t 
Las componentes de esta fuerza de tracción son: 
  Comp. Vertical hacia arriba = V = 278.8 t 
  Comp. Horizontal                = H = 743.5 t 
El volumen de  concreto de  la  cámara de anclaje es de 327.08 m3 más 61 m3 de  relleno 
encima de la cámara de anclaje. Esto da un peso total de: 
  W = 327.08 m3 x 2.4 t/m3 + 61 m3 x 1.8 t/m3 = 785 + 110 = 895 t 
El coeficiente de seguridad al levantamiento del anclaje es: 
c.s.v. = 895/278.8 = 3.2     CONFORME 
Para considerar  la seguridad al desplazamiento horizontal, consideramos un coeficiente 
de  fricción  de  0.60  correspondiente  a  concreto  sobre material  gravoso  y  la  resistencia 
ofrecida por el suelo correspondiente a un ángulo Φ = 32º.  
  ER = (895‐278.8) x0.6 + (0.5x1.8x4.82x3.254) x8.3 = 929.8 t 
El coeficiente de seguridad al desplazamiento horizontal del anclaje es: 
c.s.d. = 929.8/743.5 = 1.25     CONFORME 
Para calcular el anclaje de cada cable de 2” de diámetro, se tiene que en cada una de las 
siete unidades actúa una fuerza de tracción de: 
T = 397t / 7 cables = 56.7 t/cable 
Cada cable se va a anclar con dos varillas lisas de acero A‐36, con un esfuerzo admisible 
de 20 ksi = 1400 kg/cm2. El área necesaria de cada varilla es: 
256700 20.25
2 1400v
A cm
x
   
Como  estas  varillas  van  a  ser  fileteadas para  emplearlas  como pernos,  buscamos  en  el 
Manual del AISC a que diámetro corresponde esta área en la zona fileteada. Empleamos 
varillas redondas de 2‐1/2” que tienen un área en la zona fileteada de 24.4 cm2. 
El  dispositivo  de  anclaje,  para  no  producir  aplastamiento  sobre  el  concreto,  tiene  una 
dimensión de 40cm x 12cm x 6cm de espesor. La fuerza de tracción de 55 t produce sobre 
el concreto de f’c = 210 kg/cm2, una compresión de: 
' '
2
56700 118 0.56 0.7
40 12p c c
kgf f f CONFORME
x cm
      
 
61 
 
CAPITULO V 
CONCLUSIONES Y RECOMENDACIONES 
 
1. Se  ha  presentado  el  procedimiento  de  diseño  que  deben  tener  estos  puentes, 
particularmente los de luces intermedias, así como las características importantes y 
relaciones  que  deben  cumplir  para  tener  un  comportamiento  adecuado  ante  las 
solicitaciones externas. 
2. En los puentes de luces del orden de 400m, que corresponden a luces que se pueden 
presentar  en  ríos  de  nuestra  selva,  se  necesitan  comparaciones  económicas  entre 
puentes  colgantes metálicos  y  puentes  atirantados,  de  concreto  ó  de  acero,  para 
facilitar la elección del tipo adecuado de puente. 
3. Aplicando  el  procedimiento  anterior  se  pueden  plantear  comparaciones  de 
soluciones para puentes de menor luz, de  manera de que  estableciendo los precios 
unitarios correspondientes a una ubicación particular, se pueda establecer  la  luz a 
partir de la cual los puentes colgantes son la solución económica. 
4. Es  necesario  iniciar  las  investigaciones  del  comportamiento  aerodinámico  de 
puentes colgantes en túneles de viento, que es el procedimiento de análisis aceptado 
por las Normas para los casos en que las relaciones luz/ancho de tablero excedan de 
30. 
62 
 
BIBLIOGRAFIA 
 
1.  AASHTO LRFD Bridge Design Specifications. 2004. Third Edition. 
2.  American TIGER BRAND Wire Rope.  1945. United  States  Steel Export Company, 
New York, USA. 
3.  Bangash MYH. Prototype bridge  structures: analysis and design. Thomas Telford, 
London. 
4.  De Losada y Puga, Cristóbal.  1951. Curso de Análisis Matemático, Tomo  I. Lima, 
Universidad Católica del Perú. 
5.  Gallegos, Héctor. LOS PUENTES COLGANTES EN EL PERU PRECOLOMBINO. El 
Ingeniero Civil, No. 55, pág. 4 a 12. 
6.  Granville, William. 1952. Cálculo Diferencial e Integral. Unión Tipográfica Editorial 
Hispano‐Americana, México,  
7.   Lainez‐Lozada,  Pedro.  1996.  Los  Roebling  y  los  puentes  colgantes.  El  Ingeniero 
Civil, No. 103, Julio‐Agosto 1996, pág. 14 a 18. 
8.  Lainez‐Lozada, Pedro. Puentes de cables colgantes y atirantados. El Ingeniero Civil, 
No. 116, pág. 183 a 189. 
9.  MANUAL  DE  DISEÑO  DE  PUENTES.  2003.  Ministerio  de  Transportes  y 
Comunicaciones,  Dirección  General  de  Caminos  y  Ferrocarriles,  Dirección  de 
Normatividad Vial. Lima, Julio 2003. 
10.  Preston, H Kent. 1960. Practical Prestressed Concrete. McGraw‐Hill Book Company, 
INC, New York. 
11.  PUENTE  DE  ANGOSTURA,  sobre  el  Rio  Orinoco.  1967.  Ministerio  de  Obras 
Públicas. Venezuela 
12.  Quiroga. 1958. Puentes, Apuntes de Clase. Universidad Nacional de Ingeniería. 
13.  Ravara,  Artur.  1969.  DINAMICA  DE  ESTRUTURAS.  Laboratorio  Nacional  de 
Engenharia Civil. Lisboa, Novembro de 1962. 
14.  ROEBLING  Wire  Rope  and  Fittings.  1943.  John  A.  Roebling’s  Sons  Company, 
Trenton, New Jersey. 
15.  Ryall MJ, Parke GAR and Harding JE. Manual of Bridge Engineering. The Institution 
of Civil Engineers. 
16.  Squier EG. 1877. Peru: Incidents of Travel and Explorations in the Land of the Incas. 
AMS Press Inc, New York. 
17.  Salvadori, Mario and Levy, Matthys. 1992. WHY BUILDINGS FALL DOWN. W. W. 
Norton & Company, New York. 
18.  Steinman DB. 1929. A PRACTICAL TREATISE ON SUSPENSION BRIDGES Their 
Design, Construction and Erection. John Wiley & Sons Inc. 
19.  Timoshenko S. 1954. Resistencia de Materiales. Primera Parte. ESPASA‐CALPE S.A., 
Madrid. 
20.  Walter, René. 1988. Cable stayed bridges. Thomas Telford, London. 
 
 
 
63 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
ANEXO 1 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
64 
 
 
 
 
 
 
65 
 
 
66 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
ANEXO 2 
67 
 
68 
 
 
69 
 
 
70 
 
 
71 
 
 
72 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
ANEXO 3 
73 
 
 
 
 
 
 
74 
 
 
 
 
 
 
75 
 
 
 
 
 
 
76 
 
 
 
 
 
 
77 
 
 
 
 
 
 
78