DISEÑO PUENTEINGEN.

DISEÑO PUENTE EL INGENIO

1.- PREDIMENSIONAMIENTO DE LA SECCION TRANSVERSAL. A)

DATOS:

LUZ LIBRE (L ') TREN DE CARGAS ANCHO DE CALZADA (S') ANCHO DE ACERA (V) ANCHO DE CAJUELA (C) PESO DE BARANDA (Pd) S / C PEATONAL (WL2) f 'c fy PESO ESPECIFICO DEL Cº S / C VEHICULAR ( P ) S / C BARANDA VERTICAL ( PL ) ANCHO DE BARANDA ( B )

6.00 H - 20 3.60 0.50 45.00 400.00 210.00 4,200 2,400 8,000 150.00 0.10 0.70 0.30

ALT. BARANDA Cº ( g )

ALTO DE VEREDA ( c )

B

V

S'

m. m. m. m. Kg/cm Kg/cm Kg/cm2 Kg/cm2 Kg/cm2 Kg/cm (Por normas) Kg/cm m. m. m.

V

B

g

c e t f

b

S

b

S1

B)

PREDIMENSIONAMIENTO DE LAS VIGAS

LUZ DE CALCULO = LUZ LIBRE + ANCHO DE CAJUELA L = L ' + ANCHO DE CAJUELA L =

6.50

S'= 3.60 t = L / 15 =

m. m. 0.43

Tomamos t= 1.20 m. b = 0,015*L*S'^½ =

m. 0.80 m.

0.18

m.

Tomamos para "b" el valor de : b = 0.50 m.

C).- DISEÑO DE LOSA e = S / 15 Para una banda de circulación. S= 2.00 m. S1= e = 0.13 m. e = 0.20 m. ( Espesor mínimo de losa recomendable) D).- METRADO DE CARGAS.

0.30

g

c e t f

b

PD + PL WD2 +WL

S

WD1

b

PD + PL WD2 + WL

A) Cargas Muertas

- En la Calzada. Peso Propio = 0.20*2.4*1.00 = Wd1

0.48 Tn/m _________________ = 0.48 Tn/m

- En la Acera. Peso de la vereda= 0.50*2.4*1 = WD2 =

1.2

Tn/m

- De la Baranda. Se construirán barandas de concreto de 70 cms., de alto y 10 cm., de sección. (cuadrada) y espaciadas a cada 50 cms. Peso Baranda de concreto = Pd = 2*.70*.10*.10*2400 = 0.03 Tn/m

COEFICIENTE DE IMPACTO ( I )

I = 50 / (( 3,28 * S ) + 125 ) I = 0.38 Por lo tanto

E.-

> I =

I max. =

0,30

0.30

CALCULO DE LOS MOMENTOS FLECTORES. EN EL TRAMO:

a).-Momento por Carga Muerta. Md = Md =

1 / 10 Wd1 * Sª 0.19

Tn - m.

b).-Por S/C vehicular ( Método de la AASHO). Ml = 0.8*((S+0.61)/9.75) * P P = peso del neumático mas pesado=8000 Kg. Ml = 2.14 Tn - m. (+) M =0.8*Ml= (-) M =0.9*Ml=

1.71 Tn - m. 1.93 Tn - m.

c).-Por Impacto. Mi = I * Ml (+)Mi = I*(+)M = (-)Mi = I*(-)M =

0.51 Tn - m. 0.58 Tn - m.

F).- VERIFICACION DEL ESPESOR DE LA LOSA. POR FLEXION. Momento de diseño (Factorizado) Mu = 1.3*(Md + 1.67 (Ml +Mi)) (+)Mu = 5.08 Tn - m.

(-)Mu =

5.69 Tn - m.

Momento que resiste el concreto Mc = fK * b * dª ......................................... (a) K

= 54.35 f=

para fć = 210 Kg/cm2 y fy = 4200 Kg/cm2 0.9 b = 100 cm. = e - r = 16.00 cm.

d

De la ecuación (a) tenemos: Mc = 1252224.00 Mc = 12.52 >

Kg-cm. = 12.52 Tn - m. Mmax. > (+) ...........................................Okey Mu =5.69 .....................Okey

G).- DISEÑO DE ACERO. Sección simplemente Armada a) ACERO POSITIVO:

(+)Mu As (+)

= =

8.41

5.08 Tn - m. cmª.

As min. = 14 * b * d/Fy As min. = 5.33 cmª. Por lo tanto As (+) =

8.41

cmª.

Usando ø 5 / 8" Cuya Area es : 1.98 S=100ø/As Entonces S = 100*1.98/9.79 S = 23.55 cm.

cmª.

Por lo tanto tenemos : 1 ø 5/8" @

23

cm.

1.98

cmª.

b) ACERO NEGATIVO:

(-)Mu = As (-) = As (-) > As min As (-) = Usando :

5.69 9.41

cmª.

9.41

cmª.

ø 5 /8" Cuya area es : S = 21.05

cm.

Por lo Tanto Tomamos :

1

ø

5/8 "

@

21

c) ACERO DE REPARTO Y TEMPERATURA:

As Rº Tº

= ( 0,65 / (S)^1/2 * ( As Principal )

As Rº Tº(+) = Por lo tanto tomaremos :

3.86 1 ø

cmª. < > 1 ø 3 / 8 " = 3 /8 " @ 18.00

As Rº Tº(-) = Por lo tanto tomaremos :

4.32 1 ø

cmª. < > 1 ø 3 /8 " @

18.37 cm.

3/8"= 16.00

cm.

cm. cm.

Teniendo en cuenta que el espaciamiento máximo entre varillas es : As principal = As repartido =

3e = 5e =

60 100

cm. cm.

Acero Adicional sobre los diafragmas (-) As = 0.003bd =

4.80 cmª. < > 7 ø

Por lo tanto tomaremos :

1

ø

3 /8 "

@

3 / 8 " = 14.79 14.00

cm.

DISEÑO DEL TRAMO EN EL VOLADIZO: a.- M omento por Carga Muerta.

Md Md

= =

(Wd1 * 0.30ª / 2 ) + Wd2*.060*.60+Pd *0.90 0.48 Kg - m.

b.- Por Sobrecarga. Distancia de la rueda al sardinel = x = 0.35 m E = 0.8x + 1.143 refuerzo perpendicular al tránsito E= 1.423 2 P*x/E+Wd2*S1 /2+Pl*S1 Ml = Ml = 2.03 Tn-m c).-Por Impacto. Mi = I * Ml Mi = I*Ml =

0.61 Tn - m.

VERIFICACION DEL ESPESOR DE LA LOSA EN VOLADIZO. POR FLEXION. Momento de diseño (Factorizado) Mu = 1.3*(Md + 1.67 (Ml +Mi)) Mu = 6.36 Tn - m.


= 54.35 f= d

para fć = 210 Kg/cm2 y fy = 4200 Kg/cm2 0.9 b = 100 cm. = e - r = 16.00 cm.


Kg-cm. = 12.52 Tn - m. Mmax. > (-) Mu ...........................................Okey = 6.36 .....................Okey

G).- DISEÑO DE ACERO. Sección simplemente Armada Mu As

= =

10.52

6.36 Tn - m. cmª.

As min. = 14 * b * d/Fy As min. = 5.33 cmª. Por lo tanto As =

10.52

cmª.

Usando ø 5 / 8" Cuya Area es : 1.98 S=100ø/As Entonces S = 100*1.98/9.79 S = 18.83 cm.

cmª.

Por lo tanto tenemos : 1 ø 5/8" @

cm.

17

2.- DISEÑO DE LAS VIGAS PRINCIPALES. t = b = C= a= S= f= c= e= V= L= ´

0.80 0.50 0.50 0.90 2.00 0.60 0.30 0.20 6.50

m. m. m. m. m. m. m. m. m. m.

Ancho de cajuela

Luz de cálculo

v

c e f A

B

R = £P b=

0.5

S=

2.00

METRADO DE CARGA MUERTA :

Peso Losa = Peso Viga = Acera = Baranda =

1.-

e*(a+b+S/2)*2.4 Tn/m3 = f*b*2.4 Tn/m3 = V*c*2.4 Tn/m3 = 2*.10*.10*.70*2.4 Wd =

1.15 0.72 0.00 0.03 1.91

Tn/ml Tn/ml Tn/ml Tn/ml Tn/ml

MOMENTO POR PESO PROPIO Número de diafragmas = 3 Peso Propio de Diafragmas = Wdiaf = 0.45*0.30*S/2*2.4= Momento total por carga muerta = Md = Wdiaf*(L/4+2*L/8) + Wd*L^2/8 Md = 11.00 tn-m

0.29 Tn

2.-

MOMENTO POR SOBRECARGA VEHICULAR a) Con el tren de cargas H20 Cargas a considerar en la viga 0.6 P

3.60

0.6

P

0.35

1.8

1.2

A

B 2.00

0.5

R = £P 2.5

METRADO DE CARGAS VIVAS :

MB = 0 R = (1.20P + (1.80+1.20)P)/S´ R=

1.68 P

Pero

R = lP ................................

1.68 P = £P

l = 1.68

Para H20 :

P = P' =

8000.00 2000.00 lP = lP´ =

Kg. Kg. 13.44 3.36

Tn. (Neum. mas Pesado) Tn. (Neumatico Liviano)

4.27 13.44 Tn.

3.36

Tn.

6.50

- X

R X

2.23

- X

6.50

R = { [ lP * (10.50 - X) + lP´ * (6.23 - X) ] / L } R =

16.66

-

2.58 X ..........(a)

Mx = ( RA ) * ( X ) Mx =

16.66 X

-

2.58 X^2 ............ (b)

De las Ecuaciones a y b valida para : 0 < X < dMmax./dX = 0 X =

Mmax =

2.23 Entonces =

3.22

m.

33.11 Kg-m

3.22

m.

(Esta dentro del intervalo)

b) Con sobrecarga equivalente Para una vía y sobreancho de 3m.

Pn =

8.10

Tn.

W =

0.95

Tn/m.

L/2 L=

6.50

(+)ML = Wd*L^2/8 + Pn*L/4 (+)ML =

18.18

Momento por viga = (M (via) x Nº vias)/Nºvigas*%reduc. De cargas (+) ML =

9.09 Tn-m/viga

c) Con eje tandem

12 Tn

12 Tn 1.2

A

B

C

X + 1.20

X

D

9.30-X

10.50 -X

RA = (12*(10.50 - X) + 12 * (9.30 - X)) / L R =

21.78

-

3.69 X ..........(a)

Mx = ( RA ) * ( X ) Mx = 21.78 X

-

3.69 X^2 ............ (b)

De las Ecuaciones a y b valida para : 0 < X < 9.30 dMmax./dX = 0 Entonces = 2.95 m. X = 2.95 m. (Esta dentro del intervalo)

Mmax =

3.-

46.83 Tn-m/via

(+)Ml = 55.91 (1 via)/2 vigas*(100%) =

23.41 Tn-m

Tomando el mayor valor :

33.11 Tn-m

(+) ML =

MOMENTO POR IMPACTO I = 15.24/(L+38) <= 0.30 I= Por lo tanto

0.34 I = 0.3

Mi = I*(+)ML = 4.-

9.93 Tn-m

CALCULO DE FUERZAS CORTANTES

4.27 13.44 Tn. 0.30 Sección crítica

3.36

0.3

6.20

Tn.

R

X = 4.57

1.93 6.50

A- Carga Permanente VD = 1/2*D*L´ =

5.72 Tn

B) Con sobrecarga vehicular a) Con el tren de cargas X= 4.27 m RA = 16.66 RA = 5.62 Tn/viga VL = 5.62 Tn/viga b) Con sobrecarga equivalente Para una vía y sobreancho de 3m. Pv =

11.70

2.58 X ..........(a)

Tn.

W =

0.3

0.95

Tn/m.

10.20 L=

10.50

RA = WL/2 + PV(10.20)/L RA =

16.35 Tn/vía 8.18 Tn/viga

VL = c) Con eje tandem 12 Tn

12 Tn 1.2

A

B

C

D

0.3

1.5

9.00

X = 0.30 R =

22.63

RA = VL =

-

2.29 X ..........(a)

21.94 Tn/via 10.97 Tn/viga

Tomando el mayor valor :

VL =

10.97 Tn

CORTE POR IMPACTO I = 15.24/(L+38) <= 0.30 I=

0.40

Por lo tanto

I = 0.3

Vi = I*VL =

3.29 Tn

6).- DISEÑO DE ACERO. Asumiendo r = 10 cm entonces d= t - r =

0.70

POR FLEXION Momento de diseño (Factorizado) Mu = 1.3*(Md + 1.67 (Ml +Mi)) (+)Mu = 107.75 Tn - m.


= 54.35 f= b d

=


para fć = 210 Kg/cm2 y fy = 4200 Kg/cm2 0.9 = 50.00 cm. 70.00 cm.

Kg-cm. = 119.84 Tn - m. Mmax. < (+) ...........................................Okey Mu =107.75 Sección doblemente armada

DISEÑO DE LA SECCION DOBLEMENTE ARMADA a = (As - A´s) fy 0,85fć*b

r - r´

= 0,5rb

As/(bd) - A´s/(bd) = 0,5*rb Para fć = 210 Kg/cm2 y fy = 4200 Kg/cm2; rb =

0.02125

Por lo tanto: As - A´s =

37.188 cm2 a=

17.50 cm.

Mu = F*((As-A´s)*fy*(d-a/2) + A´s*fy*(d - d´)) Despejando y reemplazando datos: considerando d´= 10 cm A´s = 9.55 cm2 <> 5 f 1" = As = 46.73 cm2 <> 12 f 1" =

Acero mínimo = 14*b*d/fy =

25.5 cm2 61.2 cm2

11.67 cm2 <> 6 varillas de 5/8"

ACERO POR FLAMBEO As lat = 0.1*As

=

4.67 cm2 <> 3 varilla de 3/4" (3 a cada lado)

I).- DISEÑO DE ACERO TRANSVERSAL. DISEÑO POR ROTURA Vu = 1,3(Vd+1,67*(Vl+Vi)) Vu = 38.40 f*Vc = f *0,53(fć^1/2)*b*d = Vu <= 2,1(fć^1/2)*b*d=

22.85 Tn < Vu 106.51 Tn

OK Según ACI

Cuando sucede lo contrario se aumentará las dimensiones de la sección Corte que absorve el acero f*Vs = Vu - f Vc = f*Vs <= 1,1 (fć)^1/2*b*d =

15.55 Tn 55.79 Tn

OK

Cuando sucede lo contrario se aumentará las dimensiones de la sección con estribos de 3/8" entonces

A= 1.42

cm2

Usaremos estribos de ¢ 3/8" Av = Espaciamiento máximos.

1.42

Smax1 = d/2 =

35 cm

S max 2 = Av * fy / ( 3,5 * b ) Espaciamiento en la sección crítica S min =

cm2.

f*Av * fy*d / (Vu - f Vc)

=

34.08

cm.

=

22.82 cm.

Por lo tanto usaremos: Estribos 3/8" : 1 a .05 m.+ 10 a .10 m. + 5 a .15 m. + rto a .30 cm. c/e Espaciamiento por confinamiento : 48 ¢ Estribos = 46 ¢ Longitud =

45.72 54.165

= =

46 cm. 55 cm.

3.- DISEÑO DE LAS VIGAS DIAFRAGMAS. Long. Total

l

Entonces

=

< 25 bViga

ó

l

l max. =

7.50

m.

l max. =

72.00

m.

l max. =

7.50

m.

7.00

m. > 12

< 20 S´

Usaremos tres diafragmas La sección de los diafragmas suelen ser de 20 cm. de ancho y su peralte debe ser menor que el de las vigas principales. El momento torsor que debe absorber un diafragma intermedio se estima en :

T = 0,7 M(-) * L donde: M : Momento máximo negativo de la losa. l : Separación centro a centro de los diafragmas. Ubicaremos en el puente tres diafragmas. Asumiremos: b h

= =

25 50

cm. cm.

7.00

h= 0.50 b =

0.25 l

l

m.

l =

3.38

m.

420

Kg/m.

4.49

tn

3.1.- DISEÑO DEL DIAFRAGMA INTERNO. - Metrado de Cargas. Peso Propio *1,4 = T = 13.44 Tn - m. ( +_ )M

=

( +_ )M

=

(Wpp * S^2 / 10) + T 13.99

Tn - m.

- Fuerza Cortante Critica.

v = ( Wpp * S / 2 ) + ( T / S ) = A ).- VERIFICACION DE LA SECCION. POR FLEXION.

Asumiendo d =

45

cm.

POR FLEXION.

Mc

=

f*K * b * dª

K

=

54.35

......................................... (a) para fć = 210 Kg/cm2 y fy = 4200 Kg/cm2

De la ecuación (a) tenemos: Mc = 2476321.88 Kg - cm Mc = 24.76 > Mmax. > Mmax ...........................................Okey = 13.99 Kg-m...................Okey No Requiere acero en Compresión. POR CORTE:

fVc Vc

=

f*,53 * f 'c^1/2 * b * d

= Vc =

7.34 7.34

Tn >

No Requiere Estribos B ).- DISEÑO DEL ACERO.

Mmax. > Vmax ...........................................Okey =4.49 .....................Okey

w = 0,85 - SQR(0,7225-1,7Mu/(f*fć*b*d^2)) = w= 0.1615 r = w fć/fy =

0.0081 r min = 14/fy =0.0033

As = r*b*d =

9.08 cm2 <>

rmax =

0.01594

5 f 3/4"= 14,20 cm2

C ).- ACERO TRANSVERSAL.

S max. = Entonces el S =

d/2 = 22.5

22.5 cm.

cm

Como no se necesita estribos, usaremos en consecuencia: 4 Estribos ¢ 3/8" @ 0,10 m. + Rest. @ 0,225 m. de cada extremo.

3.2 .- DISEÑO DEL DIAFRAGMA EXTERNO. - Metrado de Cargas. Peso Propio

=

288

Kg/m.

2.62

Kg.

T = 0,35 M(-) * L

T

=

( +_ )M

=

( +_ )M

=

6.72

Kg - m.

(Wpp * S^2 / 10) + T 7.26

Kg - m.

- Fuerza Cortante Critica.

v = ( Wpp * S / 2 ) + ( T / S ) = A ).- VERIFICACION DE LA SECCION. POR FLEXION.

Asumiendo d =

45

cm.

POR FLEXION.

Mc

=

f*K * b * dª

K

=

54.35

De la ecuación (a) tenemos:

......................................... (a) para fć = 210 Kg/cm2 y fy = 4200 Kg/cm2

kg/m

Mc = 2476321.88 Kg - cm Mc = 24.76 > Mmax. > Mmax ...........................................Okey = 7.26 Kg-m...................Okey No Requiere acero en Compresión. POR CORTE:

fVc Vc

=

f*,53 * f 'c^1/2 * b * d

= Vc =

7.34 7.34

Tn >

Mmax. > Vmax ...........................................Okey =2.62 .....................Okey

No Requiere Estribos B ).- DISEÑO DEL ACERO. w = 0,85 - SQR(0,7225-1,7Mu/(f*fć*b*d^2)) = w= 0.0797 r = w fć/fy =

0.0040 r min = 14/fy =0.0033

As = r*b*d =

4.48 cm2 <>

rmax =

0.01594

3 f 3/4 = 8,52 cm2

C ).- ACERO TRANSVERSAL.

S max. = Entonces el S =

d/2 = 22.5

22.5 cm.

cm

Como no se necesita estribos, usaremos en consecuencia: 4 Estribos ¢ 3/8" @ 0,10 m. + Rest. @ 0,225 m. de cada extremo. D ).- ACERO LATERAL. As lat = 0,002bd As lat =

Igual pàra todos los diafragmas por tener la misma sección 2.25 cm2

<> 2 ¢ 5/8" Por condiciones estructurales

4.CALCULO DE LA CONTRAFLECHA DE LA LOSA D evac aguas +

CONTRAFLECHA =

D max

D carg.perm. +

=

D carg. perm.

=

D max

D sobr. carg. veh.

( c.p. )

+

d

( c.p.)

PARA EVACUACION DE AGUAS DE LLUVIA

D

Luego

evac. aguas =

S = 0.5 %

0,005*L/2

=

cm.

1.6

A) DEFORMACION INSTANTANEA POR CARGA PERMANENTE

D i ( c.p.) Ec =

=

( 5 * W * L^4 ) / ( 384 * Ec * Ie )....( 1 )

15000 * ( f'c ^ 1/2 )

=

217370.65

kg/cm2.

Momento de Inercia de la sección llena : Ig =

b * t^3 / 12 =

2133333.33

cm4

Momento de Agrietamiento: Mag = 2(fć)^1/2*Ig = 1545746.853 Kg-cm t/2 Mag = 15.46 Tn-m Momento de Inercia de la Sección Agrietada n= d´ = A´s = nAs = (2n-1)A´s =

8 8.5 25.5

cm cm2

489.60 cm2 382.50 cm2

d = As = b =

70.00 cm 61.2 cm2 50 cm

r = nAs + (2n-1)A´s = P =n*As*d+(2n-1)A´s*d´=

872.10 cm2 37523.25 cm3

c = r/b((2P*b/r^2 + 1)^0,5 - 1) =

25.05 cm

Icr = (bc^3)/3 + nAs(d-c)^2 + (2n-1)A´s(c-d´)^2 =

1355987.973 cm4 < Ig

Momento de Inercia efectivo Ie = (Mag/Ma)^3 Ig + (1- (Mag/Ma)^3)Icr Ma = Md + ML + MI = Ie =

54.04 Tn-m

1374176.418 cm4

Remplazando en fórmula (1) D i ( c.p.)

=

0.01 cm.

B) DEFORMACION DE LARGA DURACION POR CARGA PERMANENTE

L=

x 1 + 50r´

L=

1.47 D d ( c.p.) = L*D i ( c.p.) =

x= 2 mas de 5 años r´= A´s/(bd)= 0.007285714

0.02 cm.

Deformacion Total : D d ( c.p.) = D i ( c.p.) + D d ( c.p.) =

0.04 cm

C) DEFORMACION POR SOBRECARGA VEHICULAR

Se utilizan las cargas de servicio sin factorizar cargas de servicio : eje delantero = l P´(1+I) = 4.368 eje posterior = l P(1+I) = 17.472

4.27 17.47 Tn.

4.37

Tn.

0

B

C

D

A RA 1.115 4.27 1.115 ___________________________________________________________

RD

6.50

RD =

6.62

Tn

;

RA =

15.22

Tn.

MB =

16.97

Tn-m ; MC =

7.38

Tn-m.

MB =

16.97

P2 MC =

P1

7.38

P3 P4

P1 =

9.46

Tn-m2.

P2 =

20.49

Tn-m2.

P3 =

31.50

Tn-m2.

P4 =

4.11

Tn-m2.

Tomando momentos en "D" R'A = ((P1 * Y1) + (P2 * Y2) + (P3 * Y3) + (P4 * Y4) )/L donde : Y : Centro de gravedad de la figura por cada carga P. R'A = M'B = M'B = D S/C vehicul. =

37.09 R'A x

Tn-m2. 1.115

41360.65 kg-m3. M'B / ( Ec * Ie )

=

0.14

cm.

Tn-m.

D Max. =

D ( c. p. ) + D S/C.veh =

Contraflecha =

0.18

D Evac. agua + D

Contraflec. =

cm.

Max.

1.80 cm.

Contraflecha minima . =

5 cm.

5.- DISPOSITIVOS DE APOYO. 5,00.- DISPOSITIVOS DE APOYO En el presente proyecto como se trata de un puente de concreto armado simplemente apoyado de 9.00 m de Luz Libre. Utilizaremos apoyos fijo (DOWELLS) y apoyo movil (de simple resbalamiento) , Ya que la luz es menor de 20 m. Longitud Total del Puente = L´+ 2C= Carga Muerta = 1.91 Tn/ml

7.00 m.

MAXIMA REACCION EN EL APOYO POR CARGA MUERTA =

RD=(WD*Lt)/2=

6.67 Tn

POR S/C VEHICULAR CON EL TREN DE CARGAS

13.44 Tn

3.36 Tn 4.27

R X

6.50

´- X

6.50

X= RL =

4.27 m 16.66

En ecuación (a) -

2.58 X ..........(a)

RL =

5.62

Tn

13.98

Tn

MAXIMA REACCION R = RD + RL(1+I) R=

(MAX. reacción en el apoyo)

REVISION DE LA CAJUELA x b=

50.00

cm

55 C = 50 cm

Esfuerzo Admisible del Concreto Concreto del Estribo fć =

140 Kg/cm2

fc = 0,45fć =

63 Kg/cm2

bx = R/(0,45fć)=

221.92 cm2

x min = (R/(0,45fć))/b=

4.44 cm.

<

50.00

cm .

5,1 .- DISEÑO DEL APOYO FIJO. El dispositivo a utilizar en este tipo de apoyo serán los denominados Dowells (bastones de acero), capaces de enlazar el tablero del estribo, sin resistir momentos flectores apreciables , de manera tal que impedirá el enlace rígido entre la viga y el estribo, lo que evitará que desplacen a la superestructura de su lugar, los efectos de frenado en sentido longitudinal , sismo, viento . DISEÑO DE BASTONES FUERZA DE FRENADO. Ff = 5 % * ( Sobrecarga vehicular ) S/c vehicular = lP + lP´ = Ff =

0.84

16.80 Tn Tn

FUERZA DE SISMO. Fs Fs

= 0,1 * (Carga muerta) = 1.33 Tn

Sin incluir el impacto

OK

FUERZA DE VIENTO.

Area expuesta directamente al viento por ml. 1.80 m2

A1 = t + alt. sard + alt. baranda =

Area expuesta indirectamente al viento por ml. 1.60 m2

A2 = f + alt. sard. + alt. baranda = A). PUENTE SOBRE CARGADO.

Fv = 150*A1 + 75*A2 + carga de puente(300) Fv = 690.00 kg./ml Fv = 0.69 Tn./ml B). PUENTE DESCARGADO.

Fv = 240*A1 + 120*A2 Fv = 624.00 Fv = 0.62

kg./ml Tn./ml

De estas dos tomamos el mayor. Por lo tanto:

Fv =

0.69

Tn./ml

Fv*L =

4.83

Tn/puente

FUERZA POR VIGA =

2.42

Tn

fuerza total =

SENTIDO LONGITUDINAL

FH = FRENADO + SISMO =

2.17 Tn

SENTIDO TRANSVERSAL

FH = SISMO + VIENTO =

R T= 4.33 Diseño del acero : As Baston. = R T/ (0,4 * fy ) As Baston. = 2.58

3.75 Tn

Tn

cm2 <> 4 f 5/8" = 8,00 cm2

Entonces el acero necesario por vigas será de 4  5/8" por seguridad. Longitud de anclaje para  5/8" LD

Db = Ab = = 0,06Ab*fy/(fć)^0,5 >= 0,006Dbfy >= 30 cm

1.587 1.98

cm cm2

LD =

42.17 cm ó

39.99 cm.

Tomando el mayor y redondeando LD =

45.00 cm

redondeamos a 50,00 cm.

5,2 .- DISEÑO DEL APOYO MOVIL. Este tipo de apoyo o dipositivo consiste en dos planchas metálicas planas, una anclada en la superestructura, entre ambas planchas se coloca un material suave que reduzca la fricción al mínimo y que puede consistir en una placa de zinc o de cobre un papel alquitranado o un mastic (material tipo Neopreno). APOYO DE SIMPLE RESBALAMIENTO.

a R R

R R a/2

a/2

a.1).- Cálculo de la sección. Las dimensiones de la sección son función de la fuerza máxima que la superestructura tenga que transmitir a la subestructura, la cual ya fue cálculada en el acapite anterior. Debemos tener en cuenta que el esfuerzo unitario que se produzca no supere al del trabajo admisible a la compresión de la subestructura y de la superestructura. Cálculo de las dimensiones de la placa ( a y b ). a * b = R / f ca dm Elegiremos el ancho " b " igual al ancho de la viga; es decir : b = 0.50 m. Entonces el valor de " a " será : a

= R / ( f ca dm * b )

Donde :

-

f ca dm = 0,45 * f'c = - viga = 94.50 Kg/cm2. Estribo = 63.00 Kg/cm2.

Calculando para el fc adm. del estribo por ser el mas crítico a= 4.44 Se utilizará un ancho "a" mínimo de 20 cms.

cm.

Entonces:

a=

20.00

cm

a * b =

1000

cm2.

AREA DE LA PLACA.

A placa. =

El esfuerzo unitario actuante en la placa será : T = R/(a*b) T = 13.98

Kg/cm2.

La carga repartida será : W

=

T*b =

699.05

Kg/cm.

a.2).- Chequeo por flexión : Mmax. = W * ( a / 2 )² / 2 Mmax. = 34952.40

Kg-cm.

ESPESOR POR FLEXION e = ( 10Mmax/(fy*b))^0,5 fy : A - 25 acero estructural e=

1.67

=

2500

cm.

Para diseño asumiremos un espesor de : e

=

1" =

2.54

cm.

6990.48

Kg.

a.3).- Chequeo por Corte : Cálculo del cortante actuante. Vact. = Vmax. / ( b * e ) Donde : Vmax. =

W*a/2 =

Reemplazando : Vact. =

55.04

Cálculo del cortante admisible.

Kg/cm2.

Kg/cm2.

Vadm. =

0,4 * fy =

1000

Kg/cm2.

Por lo tanto como el esfuerzo cortante admisible Vadm., es mayor que el esfuerzo cortante actuante V act. , la sección es correcta. Dimensiones finales de la placa. Se utilizarán dos placas , arriba y abajo de las dimensiones : b a e

= = =

50 20 2.54

cm. cm. cm. = 1"

a.4).- Espesor de la placa de Neopreno. Debido a que el Neopreno es un material deformable , no es posible obtener un " fs " para éste, por lo que asumiremos la dimensión a utilizar. Cabe resaltar además que para el caso de puentes relativamente corto no es necesario utilizar a la vez placas métalicas y Neopreno, por lo que la colocación de este ultimo será totalmente opcional. Para diseño asumiremos un espesor de la placa de Neopreno de : e =

1 " =

2.54

cm.

Finalmente las dimensiones del neopreno que se colocará entre las placas de acero sera de : e = b = a =

2.54 50 20

cm. cm. cm.

a.4).- Cálculo de los bastones (acero corrugado fy = 4200 Kg/cm2) Para el diseño de los bastones se toma en cuenta la fuerza de fricción igual a : Ff = As bastones =

0,15 * R = Ff / 0,4fy

=

2.10

Tn.

1.25

cm2 < > 4 Ø 1/2 " Para una mejor distribución de cargas

Longitud mínima del bastón. Longitud de anclaje para  1/2" LD

Db = Ab = = 0,06Ab*fy/(fć)^0,5 >= 0,006Dbfy >= 30 cm Ld =

27.05 cm ó

1.27 1.27

cm cm2

32.004 cm

por lo tanto: Ld =

35.00

cm

Redondeamos a 0,40m.

6.- DISEÑO DE ESTRIBOS. Tener en cuenta FACTORES DE SEGURIDAD.

1.5 2.0

Para el deslizamiento. Para el volteo.

DISEÑO DE ESTRIBOS SIN PUENTE Y RELLENO CON SOBRECARGA

a2 a1 c q (sobre carga) h3 T2 h4

(peso w2 especif. w1 suelo) 'w3 T3

h

h2

F1

T1

F2

w4 a

t

B D

b

D´1

Predimensionamiento t = h/7

h3 = 0.80 h2 = 0.80 h4 = 1.60

t = (h3+h2+h4+t)/7 t= Tomamos :

entonces t = (h3+h2+h4)/6 0.533 m.

t=

0.55 m.

h = h3+h4+h2+t = a1 = h/12 = Tomamos: Para

3.75 m.

a1 = a2 = Angulo de fricción = 34º

B = 0.6 h = Tomamos

m. m. m.

2.25 m. B=

0.313 m. 0.35 m. 0.50 m. 20º < O < 40º

Ancho de cajuela

2.50 m.

D= t= D´1 = b = (B-D-D´1) =

0.55 m. 0.80 m. 1.15 m.

S% = (b-(a1+a2))/(h-t)*100 =

9.38 % > 2 %

c = b - a1 -a2 =

0.30 m.

OK.

Dimensiones a1 a2 D b D´1 t h h2

= = = = = = = =

0.35 0.50 0.55 1.15 0.80 0.55 3.75 0.80

mt. mt. mt. mt. mt. mt. mt. mt.

h3 h4 B c

= = = =

0.80 1.60 2.50 0.30

mt. mt. mt. mt.

Peso Especifico del Suelo Peso Especifico Concreto Angulo de Fricción f Angulo ( d ) = Sobre Carga " q "

w = = = =

f

st(Esfuerzo del terreno)

VERIFICACION DE LA ESTABILIDAD Fuerzas Verticales

=

1800.00 2400.00 34.00 0.00 1000.00

Kg/m3 Kg/m3

0.60

kg/cm²

2.35

kg/cm²

Kg/m2

Pv (Kg) 2880.00 2688.00 1152.00 3300.00 792.00 864.00 4608.00 1100.00 17384.00

FUERZA

w1 w2 w3 w4 T1 T2 T3 q SUMATORIA.

Xa (m) 0.80 1.23 1.50 1.25 0.28 1.85 2.10 1.95

Ma (Kg/m) 2304.00 3292.80 1728.00 4125.00 217.80 1598.40 9676.80 2145.00 25087.80

FUERZAS HORIZONTALES. EMPUJE ACTIVO

h' = (S / C) / Peso Esp. Suelo(w) =

0.56

mt.

C = ( cos d - (cos2d - cosf2)1/2)/(cos d + (cos2d - cos2f )1/2) d= 0 entonces cos d = 1 cos f = 0.829036797 C=

0.282714

Empuje Activo C * w * h/ 2 * ( h + 2h' )

Ea = F1 =

=

Ya = ( h ( h + 3h' )) / 3 ( h + 2h' ) =

4638.28

kg.

1.39

mt.

Empuje Pasivo C * w * (h2 + t)^2 /2

Ep = F2 =

=

463.7215947 Kg.

Yp = ( h2 + t ) / 3 =

0.45 m.

VOLTEO C.S.V. = Ma / Mv

>

Mv = FH * YH

=

Mv =

6251.78

C.S.V. =

4.01

2,00 Ea * Ya - Ep*Yp

Kg - mt. >

2,00 .............. OKEY

PRESION SOBRE EL TERRENO

s Mmax.

=

((0,01 * Fv ) / B) + ( 0,06 * Fv * e / B²)

e = B / 2 - (( Ma - Mv ) / Fv ) = e= 0.17 e Mmax. =



s Mmax. s Mmax. s Mmin.

B/6

=

e Mmax.

>

0.42

1.25

e ............. Okey

0.70

+

0.28

=

0.97

Kg/cm2 <

2.35

0.42

1.084

mt.

=

=

-

kg/cm²

>

Kg/cm2 Esf. Terreno

0 0 kg/cm²

............ Okey

DESLIZAMIENTO C.S.D. =

Fv * f Ea -Ep

=

2.50

>

1,50 (para suelo granular)

Las dimensiones que hemos asignado al muro son eficientes por lo tanto son aceptables.

DISEÑO DE ESTRIBOS CON PUENTE Y RELLENO CON SOBRECARGA

a2 a1 c q (sobre carga) R h3 T2 h4

(peso w2 especif. w1 suelo) 'w3 T3

h

h2

F1

T1

F2

w4

t

B D

b

D´1

Dimensiones del predimensionamiento a1 a2 D b D´1 t h h2

= = = = = = = =

0.35 0.50 0.55 1.15 0.80 0.55 3.75 0.80

mt. mt. mt. mt. mt. mt. mt. mt.

h3 h4 B c

= = = =

0.80 1.60 2.50 0.30

mt. mt. mt. mt.

Peso Especifico del Suelo Peso Especifico Concreto Angulo de Fricción f Angulo ( d ) = Sobre Carga " q "

w = = = =

f


=

1800.00 2400.00 34.00 0.00 1000.00

Kg/m3 Kg/m3

0.60

kg/cm²

2.35

kg/cm²

Reacción de la Superestructura sobre los estribos =

Kg/m2

9320.64 Kg.

VERIFICACION DE LA ESTABILIDAD Fuerzas Verticales FUERZA

w1 w2 w3 w4 T1 T2 T3 R q SUMATORIA.

Pv (Kg) 2880.00 2688.00 1152.00 3300.00 792.00 864.00 4608.00 9320.64 1100.00 26704.64

Xa (m) 0.80 1.23 1.50 1.25 0.28 1.85 2.10 0.80 1.95

Ma (Kg/m) 2304.00 3292.80 1728.00 4125.00 217.80 1598.40 9676.80 7456.51 2145.00 32544.31


h' = (S / C) / Peso Esp. Suelo(w) =

0.56

mt.


Empuje Activo

Ea = F1 =

0.282714

C * w * h/ 2 * ( h + 2h' )

=

Ya = ( h ( h + 3h' )) / 3 ( h + 2h' ) =

4638.28

kg.

1.39

mt.

Empuje Pasivo

C * w * (h2 + t)^2 /2

Ep = F2 =

=

463.7215947 Kg.

Yp = ( h2 + t ) / 3 =

0.45 m.


>

Mv = FH * YH

=

Mv =

6251.78

C.S.V. =


Kg - mt.

5.21

>

2,00 .............. OKEY


s Mmax.

= ((0,01 * Fv ) / B) + ( 0,06 * Fv * e / B²) e = B / 2 - (( Ma - Mv ) / Fv ) = 1.25 e= 0.27

e Mmax. =



B/6

=

e Mmax.

>

0.42

0.985

mt.

e ............. Okey

s Mmax.

=

1.07

+

0.68

s Mmax.

=

1.75

Kg/cm2 <

2.35

s Mmin.

=

0.39

-

kg/cm²

>

Kg/cm2 Esf. Terreno

0 0 kg/cm²

............ Okey


Fv * f Ea -Ep

=

3.84

>


Las dimensiones que hemos asignado al muro son eficientes por lo tanto son aceptables. VERIFICACION DE ESFUERZOS EN LA PUNTA DE LA ZAPATA

a2 a1 c q (sobre carga) R h3

h4 h

(peso suelo)

F1 h2 Wp

w1

F2

t B D

s Mmax.

b

s1

=

=

D´1

s 2.

s Mmin.

=

1.75

s Mmax.

- s Mmin

s1

=

B

s1 s2

B-D 1.45 Kg/cm2

=

1.01 Kg/cm2

1320 Kg/m.

Wp = D*Peso especifico del Cº =

V = (s Mmax. + s1)*D*100

- Wp*D 2

8068.25 Kg.

v = V/(100*t) =

1.47 Kg/cm2 140 Kg/cm2 3.43 Kg/cm2

fć = vc= 0.29+(fć)^.5 =

M = (s1*D^2)/2 + (smax - s 1)D/2*2D/3)*100 M= ft = M*c/I

- s Mmin

=

V=

= 0.39

>

v

.........

OK

- Wp*D^2/2*100

229424.56 c = t/2 = I = 100t^3/12

ft =

Entonces

ft = 0.06 M/t^2

4.55 Kg/cm2

ft adm = 0.5(fć)^0.5 =

VERIFICACION EN EL TALON W1 = pp + p mat.sot + S/C W1 = 8080 Kg/m

5.92 Kg/cm2 > ft

......................... OK

V = W1*D1 - ( s2 + s min)/2*D1*100 V= 866.31 Kg v = V/(100t) =

0.16 Kg/cm2 < vc

OK

M = W1*D1^2/2*100 - (s min * D1^2/2+( s2 - s min)D1/2*D1/3)*100 M=

67932.24 Kg.cm

ft =

1.35 Kg/cm2 < ft adm.

OK

7.- DISEÑO DE ALAS. Tener en cuenta que las alas tendrán una sección variable desde 4.30 m a 3.00 m. De altura PARA LA SECCION DE 4.30 m FACTORES DE SEGURIDAD.

1.5 2.0

Para el deslizamiento. Para el volteo. a c

T2 h2

(peso especifico w1 suelo) 'w2 T3

h

F1

T1 h3 F2

w3 a

t

B D

b

D´1


h = 4.30 h3 = 0.80

m. m.

t = h/7

Tomamos :

t=

0.614 m.

t=

0.60 m.

h2 = h-t =

3.70 m.

a = h/12 = Tomamos:

a=

0.358 m. 0.40 m.

Para

Angulo de fricción = 34º

B = 0.6 h =

2.58 m.

Tomamos

B=

20º < O < 40º

2.50 m.

D= t= D´1 = b = (B-D-D´1) =

0.60 m. 1.00 m. 0.90 m.

S% = (b-a))/(h2)*100 =

13.51 % > 2 %

c=b-a=

OK.

0.50 m. Dimensiones

a =

0.40

mt.

= = = = = =

0.60 0.90 1.00 0.60 4.30 3.70

mt. mt. mt. mt. mt. mt.

h3 =

0.80

mt.

B = c =

2.50 0.50

mt. mt.

D b D´1 t h h2

Peso Especifico del Suelo w = Peso Especifico Concreto = Angulo de Fricción f = Angulo ( d ) =

f


VERIFICACION DE LA ESTABILIDAD

=

1800.00 2400.00 34.00 0.00

Kg/m3 Kg/m3

0.60

kg/cm²

2.35

kg/cm²

Fuerzas Verticales

w1 w2 w3 T1 T2 T3

Pv (Kg) 3552.00 2220.00 3600.00 864.00 1665.00 6660.00

SUMATORIA.

18561.00

FUERZA

Xa (m) 0.80 1.17 1.25 0.30 1.33 2.00

Ma (Kg/m) 2841.60 2590.00 4500.00 259.20 2220.00 13320.00

25730.80



0.282714 =

0.44

Empuje Activo C * w * h^2/ 2

Ea = F1 =

=

Ya = h / 3 =

7322.04

kg.

1.43

mt.


Ep = F2 =

=

Yp = ( h3 + t ) / 3 =

776.16 Kg. 0.47 m.


>

Mv = FH * YH

=

Mv =

10132.72

C.S.V. =

2.54


Kg - mt. >

2,00 .............. OKEY


s Mmax.

=

((0,01 * Fv ) / B) + ( 0,06 * Fv * e / B²)

e = B / 2 - (( Ma - Mv ) / Fv ) =

1.25

-

0.84

e= e Mmax. =



0.41

B/6

=

e Mmax.

>

0.42

mt.

e ............. Okey

s Mmax.

=

0.74

+

0.73

s Mmax.

=

1.47

Kg/cm2 <

2.35

s Mmin.

=

0.01

kg/cm²

>

Kg/cm2 Esf. Terreno

0 0 kg/cm²

............ Okey

DESLIZAMIENTO Fv * f Ea -Ep

C.S.D. =

=

1.70

>


Las dimensiones que hemos asignado al muro son eficientes por lo tanto son aceptables. PARA LA SECCION DE 3.00 m FACTORES DE SEGURIDAD.

1.5 2.0

Para el deslizamiento. Para el volteo. a c

T2 h2

(peso especifico w1 suelo) 'w2 T3

h

F1

T1 h3 F2

w3 a

t

B D

b

D´1


h = 3.00 h3 = 0.80

m. m.

t = h/7

Tomamos :

t=

0.429 m.

t=

0.40 m.

h2 = h-t =

2.60 m.

a = h/12 = Tomamos:

a=

0.250 m. 0.40 m.

Para

Angulo de fricción = 23º

B = 0.6 h =

1.8 m.

Tomamos

B=

para uniformizar ancho de corona

20º < O < 40º

1.80 m.

D= t= D´1 = b = (B-D-D´1) =

0.40 m. 0.60 m. 0.80 m.

S% = (b-a))/(h2)*100 =

15.38 % > 2 %

c=b-a=

OK.

0.40 m. Dimensiones

a =

0.40

mt.

= = = = = =

0.40 0.80 0.60 0.40 3.00 2.60

mt. mt. mt. mt. mt. mt.

h3 =

0.80

mt.

B = c =

1.80 0.40

mt. mt.

D b D´1 t h h2

Peso Especifico del Suelo w = Peso Especifico Concreto = Angulo de Fricción f = Angulo ( d ) =

f


VERIFICACION DE LA ESTABILIDAD Fuerzas Verticales

=

1800.00 2400.00 34.00 0.00

Kg/m3 Kg/m3

0.60

kg/cm²

2.35

kg/cm²

w1 w2 w3 T1 T2 T3

Pv (Kg) 2496.00 1248.00 1728.00 576.00 936.00 2808.00

SUMATORIA.

9792.00

FUERZA

Xa (m) 0.60 0.93 0.90 0.20 1.07 1.50

Ma (Kg/m) 1497.60 1164.80 1555.20 115.20 998.40 4212.00

9543.20



0.282714 =

0.44

Empuje Activo C * w * h^2/ 2

Ea = F1 =

=

Ya = h / 3 =

3564.00

kg.

1.00

mt.


Ep = F2 =

=

Yp = ( h3 + t ) / 3 =

570.24 Kg. 0.40 m.


>

Mv = FH * YH

=

Mv =

3335.90

C.S.V. =

2.86


Kg - mt. >

2,00 .............. OKEY


s Mmax.

=

((0,01 * Fv ) / B) + ( 0,06 * Fv * e / B²)

e = B / 2 - (( Ma - Mv ) / Fv ) = e= 0.27

0.90

-

0.634

e Mmax. =



B/6

=

e Mmax.

>

0.30

mt.

e ............. Okey

s Mmax.

=

0.54

+

0.48

s Mmax.

=

1.03

Kg/cm2 <

2.35

s Mmin.

=

0.06

kg/cm²

>

Kg/cm2 Esf. Terreno

0 0 kg/cm²

............ Okey


Fv * f Ea -Ep

=

1.96

>


Las dimensiones que hemos asignado al muro son eficientes por lo tanto son aceptables.

L INGENIO

8.6.-

ANALISIS DE COSTOS INDIRECTOS

DESCRIPCION

UNID.

CANTIDAD

PRECIO UNITARIO

PARCIAL

Mes Mes

6 6

50 100

300 600

a) PERSONAL DIRECTO 1 Gerente de Obra

m.h

6

1800

10800

b) PERSONAL TECNICO - ADMINIST. 1 Secretaria

m.h

6

300

1800

Est.

1

1500

1500

Est.

1

1000

1000

m2 m2

20 30

100 100

2000 3000

Pje.

300

1

300

m.h m.h m.h m.h

6 6 6 18

1300 400 500 350

7800 2400 3000 6300

Mes

30

130

3900

Mes

12

750

9000

1.00. COSTOS INCIRECTOS PROPIOS DE OFICINA CENTRAL 1.01. ALQUILER OFICINA CENTRAL

Oficina Central Mantenimiento 1.02. PERSONAL OFICINA CENTRAL

1.03. EQUIPO DE OFICINA

Escritorio, Archivadores, Máquinas, Tableros, etc. 1.04. MOVILIZACION

Movilización a la obra.

2.00. COSTOS INDIRECTOS PROPIOS DE LA OBRA 2.01 GASTOS EN OBRA A.- CAMPAMENTO

Oficina Almacen - Taller B.- MOVILIZACION O DESMOVILIZACION

Del Personal C.- DIRECCION TECNICA - ADMIN.

1 1 1 3

Ing. Residente Planillero - Pagador Almacenero Guardianes

D.- ALIMETACION

Personal Profesional 5 Personas. E.- EQUIPOS NO INCLUIDOS COMO COSTO DIRECTO

2 Camionetas

F.- CAMINOS DE ACCESO A CANTERAS Y CAMPAMENTOS

Caminos de Acceso Mantenimiento

Est. Est.

1 1

1500 500

1500 500

Est. Est.

1 1

5000 3000

5000 3000

Mes Mes Mes

6 6 6

3000 5000 1500

18000 30000 9000

Und. Und. Und.

1 3 2

300 200 300

300 600 600

2.01 GASTOS EN OBRA A.- GASTOS DE LICITACION B.- GASTOS LEGALES Y NOTARIALES C.- GASTOS DE SEGURO

Seguros del Personal Seguros de Equipo Seguros de Enseres D.- GASTOS VARIOS

Carteles Avisos Barreras TOTAL

#DIV/0!

DIRECTOS

TOTAL

900

12600

1500

1000

39700

66500 122200

CRONOGRAMA DE OBRA PROYECTO CREONOGRAMA DE :

:

PUENTE SUCCHA SOBRE EL RIO CAJAMARCA PUENTE

MESES

DESCRIPCION

1 SUB ESTRUCTURA OBRAS PRELIMINARES ESTRIBOS PILARES ALAS FALSO PUENTE

SUPERESTRUCTURA LOSA VIGA JUNTAS DE DILATACION ASFALTO DE CALZADA

2

3

4

5

6

VEREDAS BARANDAS DESAGUE DE LOSA VIGA DIAFRAGMA

DISEÑOS COMPLEMETARIOS APOYO FIJO APOYO MOVIL

FLETE FLETE

9.2.3.PROYECTO CREONOGRAMA DE

: :

CRONOGRAMA DE OBRA

PUENTE SUCCHA SOBRE EL RIO CAJAMARCA ENCAUZAMIENTO DEL RIO CAJAMARCA MESES

DESCRIPCION

1 TRABAJOS PRELIMINARES

LIMPIEZA DE CAUCE EXCAVACION Y ELIMINACION DE MATERIAL DE CAUCE DEL RIO RELLENO COMPACTADO PARA ESTRUCTURAS CON MATERIAL PROPIO

DEFENZA LONGITUDINAL EXCV. MASIVA A MAQUINARIA EN TERRENO NORMAL CORTE Y PERFILADO DE TALUD RELLENO Y COMPACT. MATERIAL PROPIO EXTRACCION Y APILAMIENTO SELECCION Y CARGUIO TRANSPORTE A LA OBRA

2

3

4

DISEÑO PUENTEINGEN.

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