Curso de Cimentaciones
Grupo 15
TEMA:TEMA:
ZAPATAS TRAPEZOIDALES ZAPATAS TRAPEZOIDALES COMBINADAS COMBINADAS -- DISEÑO DISEÑO ESTRUCTURALESTRUCTURAL
Est. Elvis Yury Paucar Carrasco
Est. Guillermo Sacachipana Chuquicallata
CAPITULO 1: CAPITULO 1: GENERALIDADESGENERALIDADES
DEFINICION
Si soportan dos o más pilares, en número
reducido. Se emplean en medianerías para evitar la carga excéntrica sobre la última zapata, o cuando dos pilares o columnas están muy próximos entre sí, o, en general, para aumentar la superficie de carga o reducirasientos diferenciales.asientos diferenciales.
CAPITULO 1: CAPITULO 1: GENERALIDADESGENERALIDADES
Se usa este tipo de zapatas cuando las columnas de las edificaciones estánbastante cerca, y las dimensiones en planta de las zapatas están casi encontacto entre si.
CAPITULO 1: CAPITULO 1: GENERALIDADESGENERALIDADES
También se usan cuando se requiere alcanzar mayores alturas deedificación, y el uso de zapatas aisladas ya no es conveniente.
CAPITULO 1: CAPITULO 1: GENERALIDADESGENERALIDADES
Consta de un bloque rectangular de concreto, armado en dos direccionescon acero longitudinal, en la dirección de mayor longitud, y acerotransversal en la dirección de menor longitud.
CAPITULO 1: CAPITULO 1: GENERALIDADESGENERALIDADES
Se usa este tipo de zapatas cuando las columnas de las edificaciones están bastante cerca, y las dimensiones en planta de las zapatas están casi en contacto entre si.
También se usan cuando se requiere alcanzar mayores alturas de edificación, y el uso de zapatas aisladas ya no es conveniente.
Consta de un bloque rectangular de concreto, armado en dos direcciones con acero longitudinal, en la dirección de mayor longitud, y acero transversal en la dirección de menor longitud.
Se diseñan para resistir principalmente los esfuerzos debidos al cortante por flexión y punzonamiento, así como para resistir los momentos flectores que se producen en ambas direcciones debido a la reacción del suelo.
CAPITULO 1: CAPITULO 1: CALCULO Y DIMENSIONAMIENTOCALCULO Y DIMENSIONAMIENTO
El caso más general es el de dos cargas con dos momentos (figura 3).
Estableciendo el equilibrio con la resultante RR, se tiene:
N1 + N2 = RM1 + M2 – N2x2= -Rx Ec….1de donde:de donde:R = N1 + N2 Ec….2
Figura 3: Caso más usual. - Idealización
CAPITULO 1: CAPITULO 1: CALCULO Y DIMENSIONAMIENTOCALCULO Y DIMENSIONAMIENTO
L = 5.50 m
B2
= 2
m
B1
= 3
m
C - 1 C - 2
C 1 C 2
xC
m=0.30 n=2.27L
CAPITULO 2: CAPITULO 2: DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
Se calcula como una viga simplemente apoyada con dos voladizos. La armadura resultante se distribuye uniformemente en todo el ancho del cimiento. Usualmente se corre de lado a lado, aunque por supuesto puede interrumpirse parte de la armadura en cara superior o inferior, respetando las reglas generales de anclaje.respetando las reglas generales de anclaje.Las comprobaciones de fisuración, adherencia y anclaje se realizan de acuerdo con la teoría general de vigas. Rigen las cuantías mínimas, mecánicas y geométricas, establecidas para vigas.
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
1. El Modelo estructural.-Se muestra en la figura siguiente. Consta de dos cargas P1 y P2, separados una distancia L1. Las cargas se pueden suponer que se reparten uniformemente a lo largo las longitudes de columnas s1 y s2. Las cargas deben equilibrar con el q neto. Además la resultante debe caer en el centro de gravedad de la zapata el centro de gravedad de la zapata combinada. Para ello se requiere de un volado de longitud “a”.
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
2. Dibujamos los diagramas de momentos y cortantes con las cargas mayoradas.Calculamos la reacción última del suelo:Reglamento Nacional de Edificaciones (2005):Pu = 1.5 * CM + 1.8 CVPu = 1.25* (CM + CV +/- CS)Pu = 1.5 (P1 + P2)muertas + 1.8 (P1 + P2)vivasPu = 1.5 (P1 + P2)muertas + 1.8 (P1 + P2)vivas
EJERCICIO PLANTEADOEJERCICIO PLANTEADO DISEÑO DE ZAPATAS COMBINADAS
COLUMNAS DE 40X40 CM
C-1 90Tn
C-2 80TN
90.00 Tn 80.00 Tn
CARGAS
L = 5.50 m
B2
= 2
m
B1
= 3
m C - 1 C - 2
SγSγCγ e a S S C Cq =q -γ .h -γ .h -S/C uu
z
Pq =
A( ) ( )s
co C o
o
α .dV =0.27 +2 f . b d
b ′
( )( )co C o
V =1.1 f . b d′( )( )c CV = 0.85x0.53 f . A dφ ′ ( )
3
1. .S y
c
A fa
f bβ= ′ LLL( )2
.2
u
S
y
MA
af dφ=
−
LLL( )3
3d
a
ωβ= LLL( )220.59. 0
. . .u
c
Mf b d
ω ω αφ− + =′ LL ( )4c
y
ff
ωρ ′= LLL1 3. . 6000
6000c
by y
ff f
β βρ ′=
+
2
1
AA
=( ) 21
1
0.85n CA
P f AA
φ φ ′= =SγCγSγ
SγCγ e a S S C Cq =q -γ .h -γ .h -S/C
C-1 C-2
0.10 0.10
0.40 0.40
4.50 m
1.80 1.50
0.30 4.90 0.30
5.50 m ɸ = 0.00
CL ɣ = 1.96 Tn/m3
C = 2.00 Tn/m2
ɣ=1.8 Tn/m3 Df=1.50m
CALCULOS DE LA CAPACIDAD PORTANTE DE LA ZAPATA PLANTEADA
Factores de la capacidad de la carga
Nq= 1.00Nc= 5.14 NƔ= 0.00
Qu= CNc Fcs Fcd Fci + QNq Fqs Fqd Fqi + ½ ƔBNˠFˠsFˠdFˠi
Como : NƔ= 0.00 , entonces el tercer sumando se hace cero
REEMPLAZANDO EN LA ECUACIÓN GENERAL DE LA CAPACIDAD DE CARGA
Qu= CNc Fcs Fcd Fci + QNq Fqs Fqd FqiQu= 2*5.14*1.089*1.238*1 + 1.8*1.5*1*1*1QuQu=1.659Kg/cm2=1.659Kg/cm2
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL DISEÑO DE ZAPATAS COMBINADAS
COLUMNAS DE 40X40 CM
C-1 90Tn
C-2 80TN
90.00 Tn 80.00 Tn
CARGAS
L = 5.50 m
B2
= 2
m
B1
= 3
m C - 1 C - 2
SγSγCγ e a S S C Cq =q -γ .h -γ .h -S/C uu
z
Pq =
A( ) ( )s
co C o
o
α .dV =0.27 +2 f . b d
b ′
( )( )co C o
V =1.1 f . b d′( )( )c CV = 0.85x0.53 f . A dφ ′ ( )
3
1. .S y
c
A fa
f bβ= ′ LLL( )2
.2
u
S
y
MA
af dφ=
−
LLL( )3
3d
a
ωβ= LLL( )220.59. 0
. . .u
c
Mf b d
ω ω αφ− + =′ LL ( )4c
y
ff
ωρ ′= LLL1 3. . 6000
6000c
by y
ff f
β βρ ′=
+
2
1
AA
=( ) 21
1
0.85n CA
P f AA
φ φ ′= =SγCγSγ
SγCγ e a S S C Cq =q -γ .h -γ .h -S/C
C-1 C-2
0.10 0.10
0.40 0.40
4.50 m
1.80 1.50
0.30 4.90 0.30
5.50 m ɸ = 0.00
CL ɣ = 1.96 Tn/m3
C = 2.00 Tn/m2
ɣ=1.8 Tn/m3 Df=1.50m
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
◘ DATOS GENERALES:
f'c= 210 Kg/cm2
(resistencia del concreto) cargas exteriores cargas interiores
fy= 4200 Kg/cm2
(l im. Fluencia del acero) PD e= 90.0 Tn. PD i= 80.0 Tn.
q a= 1.66 Kg/cm2
(capacidad portante) PL e= 30.0 Tn, PL i= 20.0 Tn,
S/C= 300 Kg/m2
(sobrecarga) PS e= 0.0 Tn, PS i= 0.0 Tn.
1.96 Tn/m3
(peso unitario del suelo) L = 5.5 m.
2.4 Tn/m3
(peso unitario del concreto) be = 0.4 m. bi = 0.4 m.
H= 1.5 m. (profundidad de cimentación) te = 0.4 m. ti = 0.4 m.
=γSSSS=γCCCC
H= 1.5 m. (profundidad de cimentación) te = 0.4 m. ti = 0.4 m.
* Asumiendo la resistencia del concreto mas comun para estos diseños
* Asumiendo la resistencia del acero comun, de grado 60.
* Asumiendo la sobrecarga, de acuerdo a R.N.E
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL◘ DIMENSIONAMIENTO EN PLANTA (SERVICIO)
Sin sismo
Con sismo
asumimos una altura de zapata h= 0.6 m. recubr.inf. = 0.075 m (con solado)
q e = 13.096 Tn/m2
(capacidad portante neta del suelo sin cargas de sismo)
q e*= 0.00 (no hay cargas de sismo)
determinamos el área de la zapata: Az=lO x B = PT / qe
hallamos PT: PT = PT e+PT i
PTe = PD e+PL e +PS e PTe = 120.0 PT= 220.0 Tn. entonces: Az = 16.8 m2
PT i = PD i+PL i +PS i PT i = 100.0
*e a S S C C = 1.33 - - S/C............ 1q q γ h - γ h
( )e a S S C C = - - S/C............ 1q q γ h - γ h
Planteamos la resultante del sistema equivalente de las cargas apl icadas a la cimentación
5.5
2.52
Ubicación de la resultante de Pe y Pi
X t = 2.7 m. luego: lO = 2 X t= 5.40 m. y B= 3.11 m.
redondeando: L= 5.50 m. B= 2.52 m. Az = 13.86
R= Pe +Pi
L
c1
Pe Pi0.10
c1-0.10
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
◘ DIMENSIONAMIENTO EN ALTURA (ROTURA)
hallamos la carga uniformemente repartida efectiva
Usando los coeficientes: PU= 1.5 PD + 1.8 PL RNE 2005
PU= 1.25 (PD+PL+PS) RNE 2005
Pe u = 189 Tn PT U= 345.0 Tn.
Pi u = 156 Tn
0.4 0.4
4.50WPe WP
0.40 0.40
62.73
5.50
Hallamos W'n:
W 'n= 24.892 Tn/m2
Entonces W Pi= 390.0 Tn/m.
W n= 62.727 Tn/m. W Pe= 472.5 Tn/m.
4.50WPi
5.50
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
CALCULO DE FUERZAS CORTANTES:
Tramo: 0 ≤ X ≤ 0.5 : para X = 0.5 (cara de col. ext.) V = -204.9 Tn.
Tramo: 0.4 ≤ X ≤ 5 : para X = 5.00 (cara de col. int.) V = 124.6 Tn.
ademas X o = 3.03 m. V = 1.25 Tn.
Hallamos la cortante a la distancia d: de la cara de las columnas d = 0.525 m.
entonces X d = 4.475 m. V U = 91.7045 Tn.
Tramo: 5.9 ≤ X ≤ 5.5 : para X = 5.90 V = 25.1 Tn.
para X = 5.50 V = 0.00 Tn.
CALCULO DE MOMENTOS FLECTORES:
Tramo: 0 ≤ X ≤ 0.5 : para X = 0.5 M = -48.9 Tn-m
Tramo: 0.5 ≤ X ≤ 5 : para X = 3.03 Mmax = -246.9 Tn-m
para X = 5.00 M = -123.11 Tn-m
Tramo: 5 ≤ X ≤ 5.5 : para X = 5.00 M = -13.9 Tn-m
para X = 5.95 M = -15.4 Tn-m
para X = 5.10 M = 0.0 Tn-m
Con los valores obtenidos ploteamos en las gráficas respectivas, obteniendo así los diagramas de
fuerza cortante y momento flector
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
124.6
25.1
-200
-150
-100
-50
0
50
100
150
0.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0 3.5 4.0 4.5 5.0 5.5 6.0
(tn)
(m)
DIAGRAMA DE FUERZAS CORTANTES
-204.9-250
-48.9
-246.9
-123.1
-13.9
-18.0
-16.0
-14.0
-12.0
-10.0
-8.0
-6.0
-4.0
-2.0
0.0-300
-250
-200
-150
-100
-50
00.0 0.5 1.0 1.5 2.0 2.5 3.0 3.5 4.0 4.5 5.0 5.5 6.0
(t-m)
(m)
DIAGRAMA DE MOMENTOS FLECTORES
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
VERIFICACIÓN POR CORTE:
se ha asumido una altura de zapata h= 0.6 m.
(resistencia del concreto al corte)
(relación que restringe el diseño por corte)
(separación máxima entre estribos)
(separación entre estribos) (área por corte mínim.)
Corte Tipo Viga: considerando la resistencia del concreto al corte, determinamos mediante las
siguientes condiciones y ecuaciones el refuerzo necesario para resistir la fuerza cortante
C C wV = 0.53 f .b .d′
max maxS 60 cm ó S d/2≤ ≤
W maxV min
b SA = 3.52
fV yA f . .d
S = V .V
φφ−
S C C WV (Vn-V ) > 2.1 f .b .d′=
DATOS:
f'c= 210 Kg/cm2
ØVC= 86.37 Tn < Vu= 91.70 Tn
fy= 4200 Kg/cm2
Entonces : si usaremos estribos
b= 252 cm Smax = 26.25 cm. A Vmin= 5.544 cm2
d= 52.5 cm En cada rama colocaremos: A V= 2.00 cm2
Vu= 91.70 m-Tn El cortante para Smax: VSmax= 100.7 tn.
Ø= 0.85 (cortante) Separación máxima en: X= 4.62 m
Separación mímima: S = 140.5 cm.
V miny
A = 3.52fU C
S = V .Vφ−
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
VERIFICACIÓN POR PUNZONAMIENTO:
f'c= 210 Kg/cm2
Ø= 0.85 para cortante
Columna Externa
be= 40.0 cm d= 52.5 cm bo = 225 cm.
te= 40.0 cm ØVCc = 160.1 Tn < Vu C= 173.7 Tn.
Peu= 189.0 Tn. modificaremos el peralte
Columna Interna
bi= 40.0 cm d= 52.5 cm bo = 370 cm.
ti= 40.0 cm ØV Cc = 263.2 Tn > Vu C= 134.7 Tn.
Piu= 156.0 Tn. entonces Ok
DISEÑO ESTRUCTURALDISEÑO ESTRUCTURAL
FLEXION LONGITUDINAL: Mmax = 246.9 Tn. en valor absoluto
DATOS: hallamos el ρ , que es igual a:
teniendo en consideación el equil ibrio en la sección, tenemos las siguientes ecuaciones con las que
determinaremos el area de acero requerida para que nuestra sección resista los momentos ultimos
( )S y
3 c
A f = .................... 1β .f .b
a′
( )uS
y
MA = .................... 2
aφ.f d-
2
( )3
ωda = .......... 3
β( )2 u
2c
M0.59.ω - ω + = 0 ........... α
φ.f .b.d′( )c
y
ωf= ............ 4
fρ
′
DATOS: hallamos el ρb, que es igual a:
f'c= 210 Kg/cm2
β3 = 0.85
fy= 4200 Kg/cm2
ρb = 0.021
b= 252 cm ρmáx.= 0.016 sin sismo
d= 52.5 cm ρmín.=
Mu= 246.9 m-Tn ρmín.=
Ø= 0.9 para flexión Mb = 340.0 m-Tn conclusión:
0.00333
0.00276 no necesita refuerzo en
compresión
1 3 cb
y y
β .β .f 6000ρ =
f 6000+f
′
DISEÑO ESTRUCTURAL DISEÑO ESTRUCTURAL -- ACEROSACEROS
Reemplazando datos en la ecuación α (cuadrática de la forma; aX2+bX+c=0),hallamos ω,
y luego el area de Acero.
a= 0.59 (cuantía mecánica)
b= -1.0 ω= 0.215 ρ = As= bxdxρ
c= 0.188 entonces, el area de acero será: As= 142.548 cm2
Ademas, el area de acero mínimo será: As min= 27.216 cm3
Acero Superior: 13 # 3 3/8 d b = 0.95 cm 12.35
Acero Inferior: 13 # 4 1/2 d b = 1.27 cm 16.51
0.010775
Acero Inferior: 13 # 4 1/2 d b = 1.27 cm 16.51
Colocación del acero longitudinal: 7.5 de recubrimiento
Acero Superior: espaciamiento: 19.75 ≈ 20.0 cm
Acero Inferior: espaciamiento: 19.75 ≈ 20.0 cm
Longitud de desarrol lo de las barras superiores:
ldb= 23.94 aplicando factores de reducción: a= 1.4 b= 1
ldb= 12.326 ld Ø= 33.5 cm
EN EL VOLADO: M = -13.9 Tn.
DATOS: hallamos el ρb, que es igual a:
f'c= 210 Kg/cm2
β3 = 0.85
fy= 4200 Kg/cm2
ρb = 0.021
b= 250 cm ρmáx.= 0.016 sin sismo
d= 52.5 cm ρmín.=
Mu= -13.9 m-Tn ρmín.=
Ø= 0.9 para flexión Mb = 337.3 m-Tn conclusión:
Reemplazando datos en la ecuación α (cuadrática de la forma; aX2+bX+c=0),hal lamos ω,
y luego el area de Acero.
a= 0.59 (cuantía mecánica)
0.00333
0.00276 no necesita refuerzo en
compresión
1 3 cb
y y
β .β .f 6000ρ =
f 6000+f
′
DISEÑO ESTRUCTURAL DISEÑO ESTRUCTURAL -- ACEROSACEROS
a= 0.59 (cuantía mecánica)
b= -1.0 ω= -0.011 ρ = As= bxdxρ
c= -0.011 entonces, el area de acero será: As= -6.9652 cm2
Ademas, el area de acero mínimo será: As min= 27 cm3
Acero Superior: 7 # 6 3/4 d b = 1.91 cm 13.37
Acero Inferior: 8 # 6 3/4 d b = 1.91 cm 15.28
Colocación del acero longitudinal: 7.5 de recubrimiento
Acero Superior: espaciamiento: 39 ≈ 40.0 cm
Acero Inferior: espaciamiento: 34 ≈ 34.0 cm
Longitud de desarrollo de las barras superiores:
ldb= 48.132 aplicando factores de reducción: a= 1.4 b= 1
ldb= 49.825 ld Ø= 69.8 cm
-0.000531
VIGAS TRANSVERSALES:
Bajo Columna Exterior: Mu= 42.14 Tn-m.
Refuerzo por flexión:
DATOS: hallamos el ρb, que es igual a:
f'c= 210 Kg/cm2
β3 = 0.85
fy= 4200 Kg/cm2
ρb = 0.021
b= 92.5 cm ρmáx.= 0.016 sin sismo
d= 52.5 cm ρmín.=
Mu= 42.1 m-Tn ρmín.=
Ø= 0.9 para flexión Mb = 124.8 m-Tn conclusión:
Reemplazando datos en la ecuación α (cuadrática de la forma; aX2+bX+c=0),hallamos ω,
y luego el area de Acero.
0.00276 no necesita refuerzo en
compresión
0.00333
1 3 cb
y y
β .β .f 6000ρ =
f 6000+f
′
DISEÑO ESTRUCTURAL DISEÑO ESTRUCTURAL -- ACEROSACEROS
y luego el area de Acero.
a= 0.59 (cuantía mecánica)
b= -1.0 ω= 0 ρ = As= bxdxρ
c= 0.087 entonces, el area de acero será: As= 22.4575 cm2
Ademas, el area de acero mínimo será: As min= 9.99 cm3
Acero Inferior: 3 # 5 5/8 d b = 1.58 cm 4.74
Acero Superior: 4 # 6 3/4 d b = 1.91 cm 7.64
Colocación del acero longitudinal: 7.5 de recubrimiento
Acero Inferior: espaciamiento: 39 ≈ 39.0 cm
Acero Superior: espaciamiento: 26 ≈ 26.0 cm
Longitud de desarrollo de las barras superiores:
ldb= 39.82 aplicando factores de reducción: a= 1.4 b= 1
ldb= 34.095 ld Ø= 56 cm
0.004624
Refuerzo por Corte
DATOS:
f'c= 210 Kg/cm2
fy= 4200 Kg/cm2
ØVC= 31.7 Tn < Vu= 79.50 Tn
b= 93 cm Entonces : si usaremos estribos
d= 52.5 cm S = 26.25 cm.
DISEÑO ESTRUCTURAL DISEÑO ESTRUCTURAL -- ACEROSACEROS
d= 52.5 cm Smax = 26.25 cm.
Vu= 79.50 tn A Vmin= 1.018 cm2 en cada rama A V= 0.71
Ø= 0.85 para cortante S = 5.568 cm.
Bajo Columna Interior: Mu= 34.78 Tn-m.
Refuerzo por flexión:
DATOS: hallamos el ρb, que es igual a:
f'c= 210 Kg/cm2
β3 = 0.85
fy= 4200 Kg/cm2
ρb = 0.021
b= 145 cm ρmáx.= 0.016 sin sismo
d= 52.5 cm ρmín.=
Mu= 34.8 m-Tn ρmín.=
Ø= 0.9 para flexión Mb = 195.6 m-Tn conclusión:
Reemplazando datos en la ecuación α (cuadrática de la forma; aX2+bX+c=0),hallamos ω,
y luego el area de Acero.
a= 0.59 (cuantía mecánica)
0.00333
0.00276 no necesita refuerzo en
compresión
1 3 cb
y y
β .β .f 6000ρ =
f 6000+f
′
DISEÑO ESTRUCTURAL DISEÑO ESTRUCTURAL -- ACEROSACEROS
a= 0.59 (cuantía mecánica)
b= -1.0 ω= 0 ρ = As= bxdxρ
c= 0.046 entonces, el area de acero será: As= 18.0287 cm2
Ademas, el area de acero mínimo será: As min= 15.66 cm3
Acero Superior: 5 # 5 5/8 d b = 1.59 cm 7.95
Acero Inferior: 5 # 5 3/4 d b = 1.59 cm 7.95
Colocación del acero longitudinal: 7.5 de recubrimiento
Acero Superior: espaciamiento: 33 ≈ 33.0 cm
Acero Inferior: espaciamiento: 33 ≈ 33.0 cm
Longitud de desarrollo de las barras superiores:
ldb= 40.068 aplicando factores de reducción: a= 1.4 b= 1
ldb= 34.528 ld Ø= 56.1 cm
0.002368
Refuerzo por Corte
DATOS:
f'c= 210 Kg/cm2
fy= 4200 Kg/cm2
ØVC= 49.7 Tn < Vu= 65.62 Tn
b= 145 cm Entonces : si usaremos estribos
DISEÑO ESTRUCTURAL DISEÑO ESTRUCTURAL -- ACEROSACEROS
b= 145 cm Entonces : si usaremos estribos
d= 52.5 cm Smax = 26.25 cm.
Vu= 65.62 tn A Vmin= 1.595 cm2 en cada rama A V= 0.71
Ø= 0.85 para cortante S = 16.72 cm. separación entre estribosC C wV = 0.53 f .b .d′ ( )
3
1. .S y
c
A fa f bβ= ′ LLL
( )2.
2
uS
y
MA
af dφ= −
LLL
( )3
3da ωβ= LLL( )2
20.59. 0
. . .u
c
M
f b d
ω ω αφ− + =′
LL ( )4c
y
f
f
ωρ ′= LLL1 3. . 6000
6000c
by y
f
f f
β βρ ′= +
( )3
1. .S y
c
A fa f bβ= ′ LLL
( )2.
2
uS
y
MA
af dφ= −
LLL
( )3
3da ωβ= LLL( )2
20.59. 0
. . .u
c
M
f b d
ω ω αφ− + =′
LL ( )4c
y
f
f
ωρ ′= LLL1 3. . 6000
6000c
by y
f
f f
β βρ ′= +
( )3
1. .S y
c
A fa f bβ= ′ LLL
( )2.
2
uS
y
MA
af dφ= −
LLL
( )3
3da ωβ= LLL( )2
20.59. 0
. . .u
c
M
f b d
ω ω αφ− + =′
LL ( )4c
y
f
f
ωρ ′= LLL1 3. . 6000
6000c
by y
f
f f
β βρ ′= +
max maxS 60 cm ó S d/2≤ ≤ W maxV min
y
b SA = 3.52f
V y
U C
A f . .dS = V .V
φφ−S C C WV (Vn-V ) > 2.1 f .b .d′=