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CARLOS ALBERTO BERMÚDEZ MEJÍA
CURSO BÁSICO DE
ESTRUCTURAS METÁLICAS
UNIVERSIDAD NACIONAL DE COLOMBIA
SEDE MANIZALES
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I.S.B.N 958-9322-89-1
2005 UNIVERSIDAD NACIONAL
DE COLOMBIA SEDE MANIZALES
AUTOR:
CARLOS ALBERTO BERMÚDEZ MEJÍA
Ingeniro Civil
Especialista en Estructuras
Profesor Asistente
Universidad Nacional de Colombia
Sede Manizales
REVISADO:
José Oscar Jaramillo Jiménez
Ingeniro Civil
Especialista en Estructuras
Magíster en Ingeniería Civil
Profesor Asociado
Sede Manizales
IMPRESO:
Centro de Publicaciones
Sede Manizales
Septiembre de 2005
Primera edición

C O N T E N ID O
INTRODUCCIÓN ................................................................................................................ 5
CAPÍTULO 1
FUNDAMENTOS DEL DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO................................. 7
1.1 EL ACERO COMO MATERIAL DE CONSTRUCCIÓN............................................. 7
1.2 PERFILES DE ACERO ................................................................................................. 12
1.3 DEFINICIONES ............................................................................................................ 14
1.4 MÉTODOS DE DISEÑO............................................................................................... 18
CAPÍTULO 2
DISEÑO DE ELEMENTOS SOMETIDOS A TRACCIÓN ................................................. 21
CAPÍTULO 3
DISEÑO DE UNIONES SIMPLES ...................................................................................... 29
3.1 UNIONES ATORNILLADAS ........................................................................................ 30
3.1.1 Tipos de fallas de uniones atornilladas........................................................................ 33
3.2 UNIONES SOLDADAS ................................................................................................ 40
3.2.1 Generalidades............................................................................................................ 40
3.2.2 Clasificación principal de las soldaduras..................................................................... 41
3.2.3 Tipos de juntas y posiciones ....................................................................................... 43
CAPÍTULO 4
DISEÑO DE ELEMENTOS SOMETIDOS A COMPRESIÓN............................................ 47
4.1 PROCEDIMIENTO DE DISEÑO ................................................................................. 51
4.2 HERRAMIENTAS DE DISEÑO ................................................................................... 51
CAPÍTULO 5
DISEÑO DE ELEMENTOS SOMETIDOS A FLEXIÓN Y CORTE ................................... 61
5.1 ESTADOS LÍMITE A VERIFICAR EN FLEXIÓN ...................................................... 61
5.2 ESTADOS LÍMITE A VERIFICAR EN CORTE .......................................................... 65
5.3 REVISION DE DEFORMACIONES ............................................................................ 66
CAPÍTULO 6
DISEÑO DE ELEMENTOS SOMETIDOS A FUERZA AXIAL Y FLEXIÓN ................... 71
6.1 Fundamentos de diseño ................................................................................................... 71
BIBLIOGRAFÍA................................................................................................................... 77

4

5
IN TR O D U C C IÓ N
La presente obra se ha concebido como un medio para presentar al estudiante de últimos semestres
de Ingeniería Civil, o al Ingeniero Civil que quiere profundizar en el tema, los fundamentos y
procedimientos que, a la luz de la Norma Sismorresistente Colombiana NSR-98, rigen el diseño de
estructuras de acero.
El autor recoge aquí su experiencia docente como orientador del módulo de Diseño de Estructuras
de Acero que hace parte tanto de la Línea de Profundización en Estructuras como de la asignatura
Ingeniería Estructural III de la Carrera de Ingeniería Civil de la Universidad Nacional de Colombia,
Sede Manizales.
El uso creciente de las estructuras metálicas en la región del eje cafetero, así como en el resto del
país, resalta la importancia de que los profesionales de la Ingeniería Civil estén capacitados en el
empleo de los perfiles de acero para diseñar y construir con ellos no sólo las estructuras en que
tradicionalmente los han utilizado, como son los puentes y las estructuras de cubierta, sino también
otras en las que hasta ahora ha primado el hormigón armado, como son los edificios.
Fotografía 1. Edificio de Aulas Universidad Nacional de Colombia, Sede Manizales, Campus La Nubia.
Fuente: Departamento de Planeación Física Universidad Nacional de Colombia Sede Manizales

6
Para muchos de los que se han familiarizado con las obras civiles construidas en acero resulta
particularmente grato el uso de este material. Llama la atención la limpieza del sitio de construcción, la
rapidez de la misma y las grandes luces que se pueden salvar, entre otras. En el ámbito de cálculos es
interesante la manera explícita en que se puede abordar la respuesta del material a cada solicitud. Es
la esperanza del autor que el lector encuentre igualmente grato el estudio de la presente obra, pasando
poco a poco de lo más elemental a lo más complejo y llegue también a compartir el gusto por el diseño
y la construcción de estructuras metálicas.

7
C A P ÍT U LO 1
F U N D A M E N TO S D E L D IS E Ñ O D E E S T R U C T U R A S
D E A C E R O
En el presente capítulo se mostrarán las características principales del acero como material de
construcción, los diversos tipos de acero que se consiguen en Colombia, los perfiles que se producen y
sus principales parámetros de diseño según aparecen en las tablas publicadas por los fabricantes y/o
por el American Institute Steel Construction, organismo estadounidense líder en la reglamentación
de este tipo de estructuras. Se definirán términos importantes que se emplean comúnmente en el
mundo de las estructuras metálicas. Finalmente se presentarán los fundamentos del método de diseño
con coeficientes de carga y resistencia (LRFD por sus siglas en Inglés, Diseño en acero por factores
de carga y resistencia).
1 . 1 E L A C E R O C O M O M A T E R I A L D E C O N S T R U C C I Ó N
Aceroeselnombrequeseledaalproductodelacombinacióndehierroycarbono,cuyocomportamiento
depende en gran manera de la cantidad precisa en que se halle este último elemento (entre 0.1 y 2 %) y la
eventual presencia de otros como manganeso, fósforo, azufre, silicio, vanadio y cromo.
En la ciudad de Manizales, la empresa Acerías de Caldas, ACASA, produce desde 1992 aceros
estructurales de los más importantes tipos, entre los que se destacan los siguientes: ASTM A-36, AISI
1045, AISI 1060, ASTM A-572 GRADO 50, ASTM A-242, GRADO 50.
En tabla 1.1 se presentan algunas de las principales propiedades de los aceros más usados en
estructuras civiles.
El punto de fluencia y la resistencia a la tracción son dos propiedades que se usan frecuentemente
en los procesos de cálculo. En la figura 1.1 se ilustra la curva esfuerzo-deformación típica de un acero
Grado 60.
Como se puede apreciar en ella, cuando se alcanza el punto de fluencia el material puede alcanzar
grandes deformaciones y aún mantenerse tensando antes de entrar en la zona de endurecimiento por
deformación y posteriormente llegar a la rotura.
Esta característica tiene una gran importancia en el comportamiento estructural de los elementos
de acero, en razón de que normalmente no todas las fibras de una sección serán sometidas
simultáneamente al mismo esfuerzo; las fibras sometidas a mayores niveles de esfuerzo podrán llegar
al punto de fluencia, deformarse y como resultado otras fibras se verán sometidas a un incremento en
los esfuerzos sin que las primeras hayan llegado al punto de rotura.

8
Tabla1.1Propiedadesdeacerosempleadosenestructurasciviles

9
Para que el lector pueda visualizar claramente lo anterior se explicar€n a continuaci•n dos casos
en los que el comportamiento elasto- pl€stico del acero tiene fundamental importancia:
• La formaci•n de una articulaci•n pl€stica
• La distribuci•n de esfuerzos en una uni•n atornillada
Figura 1.1 Curva esfuerzo - deformación
Para abordar el primero se debe recordar que cuando una viga se somete a un momento flector
se desarrollan esfuerzos en las fibras del elemento, tanto de tracci•n como de compresi•n. Estos
esfuerzos se simbolizan con la letra  y se calculan con la conocida f•rmula:
S
M
I
Mc
 (Ecuaci•n 1.1)
0,0
50,0
100,0
150,0
200,0
250,0
300,0
350,0
400,0
450,0
500,0
0,00 0,01 0,02 0,03 0,04 0,05 0,06 0,07 0,08 0,09 0,10
Deformación unitaria
Esfuerzo(MPa)

1 0
Donde:
 = Esfuerzo producido por flexión; puede ser de tracción o compresión
M= Momento flector actuante en la sección bajo estudio
c = Distancia del eje neutro a la fibra en consideración
I = Momento de inercia de la sección bajo estudio con respecto al eje alrededor del cual actúa M
S = Módulo de sección elástico de la sección bajo estudio
Así, para la viga de la figura 1.2 (a), sometida a un sistema de cargas que producen a la distancia
x un momento flector Mx, el diagrama de esfuerzos por flexión será el indicado en la figura 1.2 (c).
Figura 1.2. Diagramas de esfuerzos en una viga sometida a flexión
Puede concebirse que el momento actuante en una sección sea tal que el esfuerzo que se produce
en la fibra más alejada del eje neutro corresponda precisamente al punto de fluencia, como se ilustra en el
diagrama triangular de la figura 1.2(d). Si a partir de esta condición se siguen incrementando las cargas,
y, por ende el momento actuante, entonces mientras que el diagrama de deformaciones continúa siendo
triangular el diagrama de esfuerzos se hará trapezoidal, como el que se muestra en la parte central de la
figura mencionada, puesto que las fibras extremas seguirán deformándose pero no se incrementarán los
sección
transversal de
la viga
diagrama de
esfuerzos
diagrama de
deformaciones
Fy Fy Fy
Fy Fy Fy
Mx
X M
(a) Viga bajo un sistema de cargas. (b) Diagrama de momentos
E.N. E.A.I.
(c) Deformaciones y esfuerzos en x (d) Esfuerzos de plastificación.

1 1
esfuerzos en ellas, permitiendo así que otras fibras alcancen el punto de fluencia. Finalmente, si todas las
fibras de la sección alcanzan el punto de fluencia el diagrama será de forma rectangular, condición que se
indica eneldiagrama dela derecha yse denomina"articulación plástica". En estecaso cualquier incremento
de carga produciría un giro relativo entre los miembros que llegan a la sección plastificada, lo cual
representaría el colapso de la estructura si ésta es estáticamente determinada.
Si llamamos My al momento correspondiente al inicio de la fluencia y Mp al momento de
plastificación total, podemos expresar la ganancia de pasar del primero al segundo como:
FF = Mp / My (Ecuación 1.2)
Donde: FF = Factor de forma
Mp = Momento plástico
My = Momento al inicio de la fluencia
Nótese que cuando la sección se ha plastificado el eje que limita la zona en compresión de la zona
en tracción no es el eje neutro sino el eje de áreas iguales. Sin embargo estos coincidirán cuando se
trate de secciones simétricas con respecto al eje de pandeo.
En resumen, elcomportamiento elasto-plástico del acero permite considerar como momento nominal
resistente el momento plástico en vez del momento al inicio de la fluencia. Esta ganancia estará entre el
10 y el 100% dado que los valores del factor de forma varían entre 1,1 y 2,0 (Jaramillo, 1999).
El otro caso a considerar es el de la distribución de esfuerzos en una unión atornillada. En la
figura 1.3 se aprecia la transmisión de una fuerza P de una pletina a otra a través de tornillos.
Figura 1.3 Unión con tornillos

1 2
Al aplicarse la fuerza P las fibras de cada pletina estarán sometidas a esfuerzos de tracción.
Dado que en la sección b-b el área resistente es menor por efecto del material sustraído al practicar
las perforaciones, los esfuerzos en las fibras serán mayores que en la sección completa a-a. No
obstante el diseño no necesariamente estará regido por la sección b-b. En efecto, es posible que
aunque se alcance el punto de fluencia en esa sección, eso no represente la falla de la unión; podría
alcanzarse la zona de endurecimiento por deformación con una deformación no significativa para la
estructura. (Si el diámetro de la perforación es de 20 mm esta deformación será, para el acero A-36,
de sólo 0,015*20 = 0,3 mm). Por otra parte, el que se alcanzara la fluencia en la sección completa sí
sería determinante por la gran deformación que se presentaría.
1 . 2 P E R F I L E S D E A C E R O
La industria de la construcción ha estandarizado ciertos elementos de acero con formas y
propiedades conocidas para facilitar a calculistas, productores y constructores hablar un lenguaje
común. Algunos de los más empleados se aprecian en la figura 1.4.
Perfil W Tubo circular Tubo rectangular Ángulo Canal
Perfil WT Perfil Z Perfil C Perfil Omega Perfil Z
Figura 1.4 Perfiles más comunes
Los perfiles que aparecen con doble trazo pueden ser laminados en caliente o ensamblados. Los
primeros se obtienen al calentar la materia prima, denominada palanquilla, y que consiste en grandes
bloques de acero, hasta hacerla fluir para darle la forma correspondiente. Los segundos, es decir los
perfiles ensamblados, se obtienen a partir de láminas que se sueldan entre sí. De esta última forma se
han producido en el país los perfiles más pesados, dado que la producción de perfiles laminados en
caliente se ha limitado principalmente a ángulos y a otros de bajo peso.
¿Qué diferencia existe en el comportamiento estructural entre los perfiles laminados en caliente
y los ensamblados? La diferencia estriba en los esfuerzos residuales, resultantes del proceso de

1 3
enfriamiento. En las zonas más internas de la sección el material tardará más en enfriarse. Cuando
esto finalmente ocurra y por lo tanto tienda a contraerse, otras zonas de la sección previamente enfriadas
y endurecidas se opondrán a esa contracción, generándo así esfuerzos internos, denominados esfuerzos
residuales. Este fenómeno afecta más a los perfiles ensamblados, por lo que en la NSR-98, se estipula
un valor mayor de esfuerzos residuales para los perfiles ensamblados con soldadura que para los
perfiles laminados. (F.2.16.1-c).
Los perfiles que aparecen en la figura 1.4 en un solo trazo grueso, son perfiles obtenidos a partir
de lámina delgada, que se dobla en frío. Sus espesores están entre los 0,9 y los 3 mm. Los espesores
menores se obtienen en procesos de laminado en frío, que consisten en reducir su espesor por medios
mecánicos (se va pasando la lámina por entre grandes rodillos que le aplican gran presión) hasta
obtener el deseado. La lámina pueden ser galvanizada, lo que le da gran resistencia a la corrosión, o
no tener ningún tratamiento superficial ("lámina negra"), caso en el cual se requiere protegerla con
pintura anticorrosiva.
Las propiedades geométricas de los perfiles pueden obtenerse de las tablas que suministran los
fabricantes. Los perfiles W o similares, los perfiles WT y las canales suelen denominarse con dos
números; el primero indica su altura y el segundo su peso por unidad de longitud. Por ejemplo la
designación del AISC (Manual de construcción en acero) W 10 X 45 indica que se trata de un perfil
W de altura aproximada 10" y de peso 45 lb/pie. Las dimensiones de las diferentes partes de una
sección WT se indican en la figura 1.5, junto con los símbolos que las designan.
PERFIL WT 5 X 22.5
bf
= Ancho de aleta = 204 mm tf
= Espesor de aleta = 15,7 mm
d = Altura del perfil = 128 mm tw
= Espesor del alma = 8,9 mm
yp
= Eje de áreas iguales=10 mm y = Eje neutro = 23 mm
Figura 1.5 Perfil WT con sus dimensiones
bf
tf
tw
yp
y d
Y
X

1 4
Se puede hallar el factor de forma de un perfil a partir de los módulos de sección elástico y
plástico de la siguiente manera:
Por definición:
My = Fy.S (Ecuación 1.3)
Mp = Fy.Z (Ecuación 1.4)
Al reemplazar en la ecuación 2:
FF = Z/S (Ecuación 1.5)
Z = Módulo de sección plástico
S = Módulo de sección elástico
El módulo de sección plástico es el momento de primer orden del área de la sección con respecto
al eje de áreas iguales. A manera de ejemplo, para el perfil de la figura 1.5, sus factores de forma con
respecto a los ejes principales son los siguientes:
EJE X: Zx = 204*(102
/2+5,72
/2)+8.9*(128-15,7)*((128-15,7)/2+5,7)
= 75331 mm3
FFx = 75331/40476 = 1.86
EJE Y: Zy = 2*((15,7*(204/2)2
/2+(128-15,7)*(8,9/2)2
/2)
= 165566 mm3
FFy = 165566/108974 = 1,52
Los valores de Zx y Zy para muchos perfiles comerciales aparecen en las tablas de la sección I
del manual del AISC (1994), junto con valores de área y distancias importantes para el diseño.
1 . 3 D E F I N I C I O N E S
A continuación se presentan los términos más empleados y su significado.

1 5
Figura 1.6 Tipos y elementos de estructura metálica
Correas
Templetes
Contravientos
Estructura de alma llena Estructura en celosía
B
B
A
A
Aleta
Atiesador
Alma Separador
Platabanda
Corte A-A Corte B-B

1 6
 Aleta: nombre que se le da a las partes exteriores de los perfiles W,WT, C, Z, ya los lados de los ángulos.
 Alma: parte de un perfil que une las aletas.
 Alma llena: se refiere a los elementos estructurales que presentan una unión continua entre las
diferentes partes de la sección transversal.
 Atiesador: pletina que rigidiza una sección W para que no experimente pandeo local por el efecto
de fuerzas puntuales provenientes de cargas aplicadas o de la aplicación de un par de fuerzas en las
conexiones a momento.
 Correa: elemento estructural de una cubierta que da apoyo directamente a la teja. Puede estar
constituida por barras (varillas y ángulos) en celosía, o por perfiles de alma llena como los W, C, o
Z. Estos últimos son particularmente apropiados para tal efecto, sean de lámina delgada o laminados
en caliente.
 Celosía: se refiere a las estructuras compuestas de barras esbeltas que delimitan espacios
triangulares.
 Cercha: conjunto de barras que conforman una estructura en celosía, cuyos cordones superior e
inferior no son paralelos y cuyos apoyos son de primer o segundo género pero nunca de
empotramiento.
 Contraviento: elemento que da rigidez lateral a las cerchas para que estas no se desplacen por
efecto de cargas horizontales. Por ser tan esbelto trabaja únicamente a tracción, lo que obliga a que
se dispongan contravientos para impedir el movimiento en ambos sentidos.
 Cordón: conjunto de barras alineadas de una cercha, generalmente sometidas al mismo tipo de
esfuerzos y constituidas por un mismo perfil estructural.
Fotografía 2. Nudo de una estructura. Los rigidizadores de la columna delimitan la zona de panel.
Se observan también las conexiones de pletina de extremo de las vigas. Fuente: Ing. Jorge Eduardo Salazar

1 7
 Diagonal: elemento no vertical que va entre los cordones superior e inferior de una cercha.
 Paral: elemento vertical que va entre los cordones superior e inferior de una cercha.
 Platabanda: pletina que se fija a la aleta de un perfil con el fin de aumentarle su resistencia.
 Pendolón: elemento secundario utilizado para evitar que un tensor se deflecte por su propio peso.
 Riostra: elemento estructural que restringe el pandeo lateral de otro. Puede ser solicitado tanto
por compresión como por tracción.
 Separador: elemento que se usa para conectar entre sí los ángulos individuales para que trabajen
como un solo elemento.
 Templete: elemento secundario que trabaja a tracción e impide la deformación de las correas en
su eje débil y sirve para alinear las mismas en el proceso de construcción.
 Esfuerzo: reacción en las partículas elementales de un cuerpo ante las fuerzas externas que
tienden a deformarlo. Se expresa en unidades de fuerza sobre área. Corresponde al término
esfuerzo según se emplea en la NSR-98.
 Tensor: elemento de una cercha muy esbelto solicitado por tracción.
 Tracción: solicitación hecha a un miembro por la acción de fuerzas que tienden a estirarlo.
 Vigueta: elemento estructural que recibe las cargas verticales del entrepiso y las transmite a las
vigas principales
Fotografía 3. Arriostramiento en V de un edificio de acero

1 8
Fotografía 4. Marco metálico arriostrado concéntricamente
Fuente: Ing. Jorge Eduardo Salazar
1 . 4 M É T O D O S D E D I S E Ñ O
El diseño estructural abarca la determinación de un sistema de resistencia idóneo que cuando se
vea sometido a las diversas cargas que puedan actuar sobre la construcción civil, mantenga las
características de seguridad y funcionalidad.
Se puede afirmar que es seguro cuando se ha tenido en cuenta no sólo las cargas que cotidianamente
actuarán sobre la edificación sino las que sean producto de sucesos con un período de recurrencia muy
alto, como los sismos, vientos de muy alta velocidad, o cargas verticales muy superiores a las esperadas;
para todas éstas, se han considerado cabalmente las solicitaciones que resultarán en cada uno de los
miembros y sus conexiones. No se trata solamente de evitar el colapso sino también de evitar que
debido a las deformaciones producidas por un sismo de diseño, se deterioren los cerramientos exteriores
e interiores y las instalaciones eléctricas, mecánicas, de comunicaciones, hidráulicas y sanitarias, cuyo
costo de reposición puede representar hasta el 70% de toda la obra. Además, de nada valdría que los
elementos principales no se cayeran si en un sismo los elementos no estructurales se desplomaran
sobre los ocupantes. El concepto de seguridad incluye que aun cuando se presente la falla, esta sea de
tal naturaleza que se advierta a tiempo para preservar la vida de las personas.
El sistema estructural será funcional cuando, además de ser seguro, resulte cómodo para los
usuarios; esto es, que bajo la acción de las cargas normales no presente vibraciones incómodas ni
deflexiones muy grandes que deterioren los acabados arquitectónicos.

1 9
Se han desarrollado diversos mƒtodos para lograr tales fines, dos de los cuales se explicar€n
brevemente a continuaci•n: el mƒtodo de esfuerzos admisibles (ASD Allowed Stress Design), y el
mƒtodo de coeficientes de carga y resistencia (LRFD por sus siglas en Inglƒs).
Por mucho tiempo se emple• el mƒtodo de esfuerzos admisibles, en el cual el calculista divide la
resistencia nominal de un elemento por un factor de seguridad, y la compara con la resistencia requerida
por la acci•n de las cargas de trabajo, es decir, las cargas m€ximas esperadas en la estructura sin
mayorarlas. Todav„a este procedimiento es v€lido y se contempla en el cap„tulo F4 de la NSR-98. En
la p€gina 2-5 de la referencia 2 se explica que este mƒtodo puede representarse por la desigualdad:
Qi  Rn / FS (Ecuaci•n 1.6)
El lado izquierdo puede expandirse, de acuerdo con B.2.3.1 y F.4.1.2 (NSR-98) as„:
• D (B.2.3-1)
• D + L + (Lr o G) (B.2.3-7)
• D1
… W (B.2.3-3)
• D1
… 0.7 E (B.2.3-4)
• (D + L+ (Lr o G ) + W) * 0,75 (B.2.3-8)
• (D + L + (Lr o G ) + 0.7 E) * 0,75 (B.2.3-9)2
Donde:
D = Carga muerta
L = Carga viva de ocupaci•n
Lr = Carga viva de cubierta
W = Carga de viento
E = Fuerzas s„smicas reducidas por el coeficiente de capacidad de energ„a R.(B.2.3.2)
G = Carga debida a lluvia y granizo
Como los diferentes tipos de cargas no tiene el mismo „ndice de variabilidad no es posible tener en
este mƒtodo un grado de confianza uniforme.
En el método con factores de carga y resistencia se busca tener m€s uniformidad en el grado
de confianza; es decir, que la relaci•n entre la resistencia de dise†o y la requerida sea la misma para
dos estructuras cuyos tipos predominantes de cargas sean diferentes.
1 “Cua ndo la carg a m ue rta redu zca la posibilidad d e vuelco de la e structura, D ir• m ultip licad a p or 0,85.” (B .2.3.1)
2 0,75 e s el recƒp roco de 1 ,3 3, q ue rep resen ta 1 /3 d e in crem e nto en la esfu erzo ad m isible pe rm itida cua nd o el vie nto o e l sism o se tom an
sim ult•n ea m en te con la carga viva . (F.4 .1 .2 )

2 0
Este mƒtodo puede ser representado por la f•rmula:
i Qi
 Rn
(Ecuaci•n 1.7)
El lado izquierdo es la resistencia requerida y es el producto de diversos tipos de cargas Qi
multiplicados por los coeficientes de carga i, de acuerdo con las combinaciones de carga establecidas
en B.2.5, a saber:
• 1,4 D (B.2.5-1)
• 1,2 D + 1,6 L + 0,5 (Lr o G) (B.2.5-2)
• 1,2 D + 1,6 (Lr o G) + (0,5 L o 0,8 W) (B.2.5-3)
• 1,2 D + 1,3 W + 0,5 L + 0,5 (Lr o G) (B.2.5-4)3
• 1,2 D … 1,0 E + 0,5 L + 0,2 G (B.2.5-5)3, 4
• 0,9 D … (1,3W o 1,0E) (B.2.5-6)
El lado derecho de la ecuaci•n 1.7 es la resistencia de dise†o determinada para un estado l„mite;
deber€ ser revisado que se satisfaga para todos los estados l„mite aplicables, los cuales pueden ser de
resistencia y de servicio.
Los estados límite de resistencia se refieren a la seguridad y a la capacidad de carga, entre los
que se pueden mencionar: fluencia en la secci•n total de un elemento a tracci•n, rotura en su secci•n
neta efectiva, pandeo flector de un elemento a compresi•n, momento pl€stico de un elemento a flexi•n,
falla por fatiga, volcamiento de la estructura, etc.
Los estados límite de servicio tienen que ver con el comportamiento bajo cargas normales de
servicio, como las deflexiones de una viga y la resistencia al deslizamiento en una junta tipo deslizamiento
cr„tico. Aunque estos no tienen que ver con la seguridad, su verificaci•n es fundamental para garantizar
la funcionalidad de la edificaci•n.
Los coeficientes de carga que aparecen en las expresiones B.2.5-1 a B.2.5-6 son el producto de un
estudio estad„stico realizado por elSubcomitƒ A-58 de Factores deCarga del American National Standards
Institute (ANSI). Estas combinaciones est€n basadas en la suposici•n de que en un momento dado s•lo
un tipo de carga alcanzar€ su valor m€ximo esperado en 50 a†os y las dem€s estar€n en un valor medio.
Los coeficientes de resistencia  reflejan la mayor o menor variabilidad en el comportamiento de
los elementos a distintas solicitaciones. Algunos de ellos son los siguientes:
• t = 0,90 para fluencia por tracci•n
• t = 0,75 para rotura por tracci•n
• c = 0,85 para compresi•n
• b = 0,90 para flexi•n
• v = 0,90 para fluencia por cortante
3 V e r e x c e p c i ó n a l c o e f i c i e n t e d e c a r g a v i v a e n B . 2 . 5 . 2 . 1
4 D e a c u e r d o c o n l a r e f e r e n c i a 2 , p á g i n a 6 - 3 0 .

2 1
C A PÍTU LO 2
D ISEÑ O D E ELEM EN TO S SO M ETID O S A TRAC C IÓ N
Como se indic• en el cap„tulo anterior, el dise†o por el mƒtodo de coeficientes de carga y resistencia
se basa en hacer las provisiones necesarias para satisfacer, para todos los estados l„mite aplicables, la
expresi•n de la ecuaci•n 2.1:
i Qi
< Rn
(Ecuaci•n 2.1)
La NSR-98 en su art„culo F.2.4.1 establece, para el caso de los elementos a tracci•n, que son
aplicables los siguientes dos estados l„mite y sus resistencias de dise†o:
• Fluencia en el €rea bruta: Rn
= 0,9*(Fy.Ag)
• Fractura en el €rea neta efectiva: Rn = 0,75*(Fu.Ae)
Donde:
Ag = ‡rea bruta o total del miembro a tracci•n
Ae = ‡rea neta efectiva del miembro a tracci•n
El primer estado l„mite aplica a la posibilidad deque la carga axial sea tal que el esfuerzo producido
en las fibras de la secci•n total iguale al de fluencia, con lo cual las deformaciones ser„an excesivas y
podr„a presentarse el colapso de la estructura.
Como se indic• en el cap„tulo anterior, secci•n 1.1, el que se alcance el punto de fluencia en las
fibras de una secci•n reducida por efecto de haberse practicado en ella una o varias perforaciones no
representa un estado l„mite de dise†o por cuanto aun cuando el material fluyera y llegara a la zona de
endurecimiento por deformaci•n, el alargamiento total producido ser„a insignificante. Por supuesto hay
que verificar la posibilidad de fractura en esa zona y eso se trata en el segundo estado l„mite. En este
se incluye el tƒrmino "€rea neta efectiva" cuyo significado se explica a continuaci•n.
Segˆn NSR F.2.2.2 el €rea neta "An" de un miembro es la suma de los productos de los espesores
por el ancho neto de cada elemento. El ancho neto es el resultado de descontar del ancho total los
di€metros de las perforaciones que se hallen en la secci•n cr„tica, o m€s dƒbil, increment€ndolos en 2 mm
para efectos de tener en cuenta el debilitamiento que eventualmente pudo haber sufrido el material al
momento de practicarse la perforaci•n. El €rea neta puede calcularse con la siguiente f•rmula:

2 2
An = Ag - dp + 2)*t (Ecuación 2.2)
Donde:
dp = Diámetro de la perforación5
, mm
t = Espesor del miembro, mm
Cuando las perforaciones están en diagonal o en zigzag el cálculo del área neta ha de hacerse de
acuerdo con F.2.2.2 como se indica en el ejemplo 2.2.
El área neta efectiva "Ae" se refiere a la parte del miembro que está comprometida en desarrollar
esfuerzos en las conexiones de extremo, es decir, en donde la fuerza se transmite de un elemento
estructural a otro. Como se sabe, un elemento estructural puede tener una o varias partes en su
sección transversal. Si cada una de ellas está directamente conectada por medio de tornillos o soldaduras,
se considerará que todas ellas están aportando a la resistencia y por lo tanto el área neta efectiva será
igual al área neta. (NSR, F.2.2.3 (1))
Cuando la carga se transmite por medio de pernos a través de parte, pero no de todos los elementos
de la sección transversal del perfil, se considera que no en todas las fibras de la sección se alcanzan a
desarrollar esfuerzos y por lo tanto no aportan a la resistencia, fenómeno denominado retraso de
cortante. En este caso el área neta efectiva se calcula con la ecuación 2.3 (F.2-1):
Ae
= U.An
(Ecuación 2.3)
Donde:
U = 1 - (x'/L)  0,9 = Coeficiente de reducción
x' = Excentricidad de la conexión
L = Longitud de la conexión en la dirección de la carga6
, mm
Cuando la carga se transmite por medio de soldaduras a través de algunos, pero no de todos los
elementos de la sección transversal del perfil, el área neta efectiva, Ae se calcula con la Ecuación 2.4:
Ae = A.U (Ecuación 2.4)
Los valores de A y de U varían según aplique uno de estos tres casos:
5 E l d i á m e t r o d e l a p e r f o r a c i ó n e s t á n d a r e s 1 , 6 m m m a y o r q u e e l d i á m e t r o n o m i n a l d e l t o r n i l l o .
6 E n c o n e x i o n e s a t o r n i l l a d a s l a l o n g i t u d d e l a c o n e x i ó n s e m i d e e n t r e e j e s d e p e r f o r a c i o n e s e x t r e m a s .

2 3
• A = Ag cuando se usan soldaduras longitudinales (en la direcci•n de la carga) solas o en
combinaci•n con soldaduras transversales. El valor de U se calcula como en la ecuaci•n 2.3
(F.2.2.3(3)(a))
• A = área de los elementos conectados directamente cuando se usan ˆnicamente soldaduras
transversales. Se hace U = 1.(F.2.2.3(3)(b))
• A = área de la platina cuando la carga a tracci•n se transmite a una pletina por medio de
soldaduras longitudinales a lo largo de ambos bordes en los extremos de la misma. La longitud
de la soldadura no debe ser inferior al ancho de la pletina y el valor de U var„a de 0,75 a 1,0
como se indica en F.2.2.3 (3)(c).
Adicionalmente a las consideraciones de los dos estados l„mite ya mencionados se debe tener en
cuenta que la relaci•n de esbeltez kl/r no sobrepase el valor de 300. (F.2.2.7)
Ejemplo 2.1
Se desea dise†ar el cord•n inferior de la cercha mostrada en la figura 2.1. La combinaci•n de
cargas cr„tica arroj• una carga ˆltima de tracci•n Pu = 100 kN para su tramo central (BC). Se usar€
acero calidad ASTM A-36. El elemento estructural estar€ constituido por dos €ngulos. Use tornillos
de ‰" para conectarlos entre s„.
Figura 2.1 Cercha metálica a diseñar su cordón inferior
Perforaciones de 9/16” para tornillo de
A
E
F
B
a
a
C D
G 2000
400040004000
y
y
x x
Corte aa

2 4
Solución
Al analizar el estado límite de fluencia en la sección total se obtiene el área bruta requerida:
Pu = Rn
Pu = 0,9*Ag*Fy
Ag = Pu / (0.9*Fy)
Ag req= 448 mm2
Área que puede suministrarse con 2 ángulos: 2L 1 1/2" x 1/8 "
Ag sum= 464 mm2
rx = 11,9 mm
rz = 7,6 mm
Chequeo de relación de esbeltez:
(kL/r)máx = (kL/r)x = 336  300 FALSO
Se verifica para 2 ángulos: 2L 2" x 3/16 "
Ag sum = 914 mm2
rx = 15,7 mm
rz = 9,9 mm
Chequeo de relación de esbeltez:
(kL/r)máx = (kL/r)x = 255  300 VERDADERO
Distancia máxima entre separadores:
(kL/r) z máx = 300
Lz máx = 2970
USE SEPARADORES A L/2.
Verificación del estado límite de fractura en la sección neta:

2 5
An = Ag -  (dp + 2)*t
dp = 14,3 mm
t = 4,8 mm
An = 758 mm2
Pu = .Rn
Pu = 0,75*An*Fu
Pu = 227 KN > 100 kN VERDADERO
Nótese que no hay lugar a calcular área neta efectiva porque no es conexión de extremo.
En el ejemplo 3.1 se indicará el cálculo del área neta efectiva.
Fotografía 5. Sección de rampa peatonal con estructura de acero arriostrada concéntricamente

2 6
Ejemplo 2.2
La uni•n que se muestra en la figura 2.2 corresponde a una estructura en celos„a con un cord•n
inferior en perfil angular de 6” x 5/16” y una diagonal en perfil angular de 3 ‰” x ‹”, dispuesta en un
€ngulo de 60Œ con respecto al eje longitudinal del miembro estructural. Se desea calcular la secci•n
neta efectiva de este ˆltimo.
Figura 2.2 Sección de estructura con huecos en zigzag a calcular su sección neta efectiva
Solución
Al examinar el perfil diagonal se nota que su conexi•n de extremo est€ constituida por cinco
tornillos A490X (con roscas excluidas del plano de corte), de di€metro 1/2" y que est€ sometido a una
fuerza de tracci•n. Se nota tambiƒn que estas perforaciones no se hallan en una sola secci•n transversal
al miembro diagonal sino que est€n dispuestas en zigzag. A priori el calculista no podr„a saber si la
secci•n dƒbil es la secci•n transversal que contiene a la perforaci•n No. 1 o si por el contrario es la
secci•n quebrada que contiene las perforaciones N• 1 y 2. Estas posibles secciones dƒbiles se ilustran
en las figura 2.3.
Para determinar la secci•n dƒbil debe aplicarse el art„culo F.2.2.2 de la NSR-98 que en parte dice:
"Para cadenas de huecos que se extiendan a travƒs de un elemento en sentido diagonal o en zigzag, el
ancho neto se obtendr€ deduciendo del ancho total la suma de los di€metros de todas las perforaciones
(…) en la cadena y sumando por cada gramil la cantidad s2
/4g", donde:
T
42
24
24
Huecos  9/16” para tornillos  1/2” A490X
1 2
Ang. 6” x 5/16”
Ang. 3 ‰” x ‹”
26
20
42
24
48
Destijere 7 x 12
Salvo cuando se especifica lo contrario, todas las medidas est€n en mm.
Sin escala.
60Œ
42
24
24

2 7
s = paso. Distancia longitudinal centro a centro de dos huecos consecutivos, mm.
g = gramil. Distancia transversal centro a centro entre las hileras de sujetadores, mm.
Figura 2.3 Posibles secciones de falla de miembro diagonal
Al aplicar el procedimiento indicado en la NSR-98 a este ejemplo se obtiene:
(a) Área neta de la sección transversal que pasa por la perforación 1:
An = Ag - 1*(14,3 + 2,0)*6,35 = 1097 - 103,5 = 993,5 mm2
(b) Área neta de la sección quebrada que pasa por las perforaciones 1 y 2:
An = Ag - [2*(14,3 + 2,0) - 242 / (4*42)]*6,35 = 1097 - 185,2 = 911,8 mm2
Por lo tanto la sección crítica será la que contiene a las perforaciones 1 y 2, y su área neta es de
911,8 mm2
. Por tratarse de una conexión de extremo deberá calcularse la sección neta efectiva:
Ae = U.An
0,7476
96
24.23
1
L
x
1U 
Ae = 0,7476*911,8 = 681,7 mm2
1 1 2
(a)
Sección transversal por
perforación 1
(b)
Sección quebrada por
perforaciones 1 y 2

2 8

2 9
C A P ÍT U LO 3
D ISEÑ O D E U N IO N ES S IM PLES
Tan importante como diseñar los elementos individuales para que resistan los efectos producidos
por las cargas máximas esperadas durante la vida útil, es que esos efectos puedan ser trasmitidos
desde el punto de aplicación de las cargas hasta la cimentación de la estructura. Sólo así se puede
concebir la estructura como un todo unido. Por lo tanto, las uniones juegan un papel clave en el buen
comportamiento de la obra. De hecho, estructuras grandes han colapsado por fallas en pequeños
elementos de unión, aun cuando los elementos principales mismos estaban bien dimensionados.
Esos efectos pueden ser fuerzas axiales (de compresión o de tracción), fuerzas cortantes, momentos
flectores y torsores. Se transmitirán de un elemento a otro en la medida en que en su unión se hagan las
provisiones necesarias para impedir el movimiento que tales efectos tratan de producir.
Es de anotar que normalmente en las estructuras de hormigón armado con buen detallado de las
uniones, los elementos que llegan a un nudo de la estructura constituyen un núcleo monolítico que
restringe todas las componentes del movimiento relativo entre ellos y por lo tanto transmite todas los
efectos mencionados anteriormente. Es más común en las estructuras metálicas encontrar uniones
que están específicamente diseñadas para trasmitir sólo algunos de esos efectos.
Existen uniones en las que se transmiten únicamente fuerzas axiales, otras que trasmiten
principalmente fuerzas cortantes y otras que pueden transmitir esas fuerzas junto con momentos. Las
primeras se estudiarán en este capítulo, las segundas se presentarán en el capítulo 5, Diseño de elementos
sometidos a flexión, y las terceras en el capítulo 8, Diseño de conexiones para edificios.
Actualmente para unir dos o más perfiles metálicos se usa principalmente tornillos o soldadura.
En el pasado se usaron frecuentemente los remaches, pero debido a sus inconvenientes en el montaje
y al desarrollo de tornillos de alta resistencia, han sido reemplazados por estos últimos.
En este capítulo se muestran los tipos, características, y procedimientos de diseño de las uniones
atornilladas y soldadas, solicitadas por fuerzas axiales.

3 0
Foto 5. Sección de rampa peatonal con estructura de acero arriostrada concéntricamente
3 . 1 U N I O N E S A T O R N I L L A D A S
En la figura 3.1 se muestran las partes de un tornillo. Como se ve se trata de un vástago roscado
de cabeza generalmente hexagonal. Su rosca puede o no subir hasta la cabeza. Las arandelas permiten
que haya una mayor área de contacto entre el tornillo y las piezas a unir; su uso resulta imperioso
cuando las perforaciones no son estándar. Adicionalmente se pueden usar arandelas de seguridad
(washers) para evitar que las tuercas se aflojen. La longitud del tornillo deberá superar el espesor de
las piezas a unir (grip) más una longitud mínima que depende de su diámetro y corresponde a los
espesores de las arandelas, la tuerca y una porción de rosca que debe sobresalir después de apretada
la tuerca (mínimo 6mm). El valor de esta longitud mínima se puede leer en la tabla 8-2, página 8-11, del
Tomo II de la referencia 2.
En la NSR-98, artículo F.2.1.3.4, se alistan las diferentes clases de tornillos que se admiten para
uso estructural. Las principales, con su identificación física (muescas en la cabeza) y resistencia última
a la tracción, se muestran en el cuadro 3.1.

3 1
Figura 3.1 Partes de un tornillo
Cuadro 3.1 Identificación de tornillos estructurales
CABEZA
ARANDELA
CUELLO
ROSCA
TUERCA
ARANDELA
LONGITUD
DEL
TORNILLO
Identificación física Designación NTC Designación ASTM Fu (Mpa)
4034 A307 410
A325 825
4028 A490 1029

3 2
De acuerdo con la manera en que se trasmiten las fuerzas, las uniones atornilladas simples pueden
ser de dos tipos: aplastamiento y deslizamiento crítico. En las primeras, la fuerza se transmite por
contacto directo entre los tornillos y las paredes de la perforación, lo que resulta en esfuerzos de
cortante en los mismos; en las segundas, las fuerzas se transmiten por fricción entre las piezas que se
están uniendo, para lo cual se requiere desarrollar en los tornillos una tracción equivalente al 70% de la
resistencia mínima especificada a la tracción (Fu), ver figura 3.2.
a) Conexión tipo aplastamiento
b) Conexión tipo deslizamiento crítico
Figura 3.2 Tipos de conexiones atornilladas.
En la tabla F.2-7 de la NSR-98 aparece la fuerza normal que se debe inducir en el tornillo para
desarrollar el 70% de Fu. Está calculada teniendo en cuenta el área neta a tracción del vástago en la
zona donde se ha practicado la rosca, cuyo valor se calcula con la ecuación 3.1. (Tomada del Manual
of Steel Construction/Load & Resitance Factor Design, 2da ed. 1994, del AISC, Tabla 8-7, p.8-17).
Abn = 0.785*(db - 0.9743/n)2
(Ecuación3.1)
Donde:
P
P
P
N N
P
N N

3 3
Abn = Área neta a tracción, in2
db = Diámetro nominal del tornillo, in
n = Número de roscas por in
Las uniones tipo deslizamiento crítico se caracterizan por brindar una mayor continuidad entre las
piezas a unir, lo cual es particularmente importante cuando se quiere evitar que las tuercas se aflojen
bajo la acción de cargas de naturaleza vibratoria. No obstante, su montaje resulta más exigente en
cuanto a limpieza, desalabeo y apriete.
3 . 1 . 1 T i p o s d e f a l l a d e u n i o n e s a t o r n i l l a d a s
Para el estudio de las uniones atornilladas deben verificarse todos los estados límite aplicables
tanto a los diferentes elementos conectados como a los conectores mismos. A continuación se alistan
los que se deben revisar para la conexión de extremo de un elemento solicitado por tracción.
3.1.1.1 Fluencia en el área bruta de los elementos conectados
Ver capítulo 2. Se caracteriza por una gran deformación antes de la rotura. Dada la naturaleza
dúctil de este tipo de falla debe ser el que gobierna en las uniones del sistema de resistencia sísmico de
una edificación. Esto significa que en caso de que se sobrepasen las solicitaciones máximas esperadas
correspondientes a la carga última mayorada, este tipo de falla se presentará antes de que se alcancen
los restantes estados límite.
3.1.1.2 Fractura en la sección neta efectiva de los elementos conectados:
Ver capítulo 2. Se caracteriza por su comportamiento frágil, o de falla súbita. En la figura 3.3 se
muestra una probeta marcada con el número 4, que experimentó este tipo de falla .
Figura 3.3 Falla por rotura en la sección
neta efectiva
Figura 3.4 Falla por aplastamiento en
agujero de perno

3 4
3.1.1.3 Corte en tornillos.
Este estado límite se verifica de acuerdo con NSR-98 F.2.10.3.6, en donde se hace referencia a
la tabla F.2.8. La resistencia de diseño se expresa como:  Fn Ab
Donde:  = 0,75
Fn valor que se saca de la tabla F.2-8 y que depende del tipo de tornillo y de si el plano de corte
intercepta la rosca del tornillo
Ab área nominal del tornillo. Se multiplica por 2 si hay 2 o más planos de corte ("doble cortante")
El lector podría pensar con razón que este estado límite no tendría que verificarse en las uniones
tipo deslizamiento crítico, en razón de que, como se explicó anteriormente, no se espera que los tornillos
sean sometidos a corte en este tipo de uniones. No obstante, para que el deslizamiento efectivamente
no se presente la NSR-98 limita la fuerza a transmitir a una expresión que depende del área transversal
del tornillo, por lo cual el cálculo se asimila al de la fuerza cortante. Su expresión se halla en NSR-98,
F2.10.3.8 que hace referencia a la tabla F.2-12. La fuerza calculada de esta manera debe ser mayor
o igual a la fuerza a transmitir calculada con las cargas de servicio sin mayorar.
La naturaleza frágil de este tipo de falla la hacen completamente indeseable y por lo tanto no
debería ser el estado límite dominante en una unión.
3.1.1.4 Aplastamiento en agujeros de pernos.
La fuerza aplicada por el tornillo en la pared del agujero podría llevar el aplastamiento del material
en esa zona. Se verifica para las cargas últimas, tanto para conexiones tipo aplastamiento, como tipo
deslizamiento crítico (se contempla así la posibilidad de que se haya vencido el rozamiento). En la
figura 3.4 se muestra una probeta marcada con el número 7, que experimentó este tipo de falla.
Este tipo de falla tiene amplia relación con la ubicación de las perforaciones y con las distancias
que existan entre ellas y los bordes de los elementos a unir. Además influyen en la falla la resistencia
al esfuerzo mínima en la parte crítica al igual que el espesor de la misma. Todo esto está contenido en
la parte F.2.10.3.10 NSR-1998.
3.1.1.5 Rotura por bloque de cortante.
Este tipo de falla se produce cuando por acción de la fuerza transmitida, se generan esfuerzos,
unas de tracción y otras de corte, que superan la resistencia del material y por lo tanto se desprende un
pedazo de uno de los elementos conectados.
El cálculo de la resistencia por bloque de cortante envuelve la determinación de las áreas brutas
y netas de las trayectorias de tracción y corte (NSR-98, F.2.10.4.3). Analizar las fórmulas F.2-65 y

3 5
F.2-66 de ese parágrafo, se puede ver que la resistencia por bloque de cortante está dada por la
trayectoria que tenga mayor capacidad a la rotura más la resistencia en fluencia de la trayectoria
perpendicular.
3.1.1.6 Desgarramiento
Este tipo de falla se presenta cuando no se respetan ciertas distancias mínimas entre las
perforaciones y los bordes, contenidas en la tabla F.2-10 de la norma.
Dada la cercanía de la perforación al borde, en la sección transversal del elemento conectado no
se alcanzan a desarrollar esfuerzos y la falla se presenta por deformación y corte de la zona aledaña a
la perforación. Esta falla se ilustra bien en la figura 3.5 que se muestra en una probeta con la pequeña
porción desgarrada.
Figura 3.5
Ejemplo 3.1
El cordón inferior de la cercha del ejemplo 2.1 se supone compuesto por dos pares de ángulos de
6 m cada uno, conectados en su punto medio. Se desea diseñar la unión tipo aplastamiento con tornillos
A325 de 1/2" como se muestra en la figura.

3 6
Se pide encontrar el número y espaciamiento de tornillos, las dimensiones de la platina de unión y
chequear los diferentes estados límite.
1. Diseño de la platina de unión
a. Estado límite de fluencia en la sección total
Pu = *Pn
Pu = 0,9*Ag*Fy (Ecuación F.2-13 NSR-98)
Se encuentra así el área requerida (Pu=100kN)
Ag = 448 mm2
Haciendo t = 3/8" (9,5 mm) y b = (60 mm)
Ag = 570 mm2
cumple
b. Estado límite de rotura en la sección neta
Pn = 0,75*Fu*Ae (Ecuación F.2-14 NSR-98)
En el caso de una platina los esfuerzos se transmiten de manera homogénea y Ae=An
Fu = 400 MPa = 400 N/mm2 (ASTM- A-36)
Ae = An = Ag-1*(9,5+3,2)*12,7
Ae = 419 mm2
Pn = 126 kN cumple
c. Cortante en los tornillos
Pu = *Fn*Av (Sección F.2.10.3.6 NSR-98)
Según la tabla F.2-8  = 0,75, Fn=330MPa para tornillos A325 - N
Al despejar Av requerido:
2*Av = Pu/(0.75*Fn) por estar los tornillos a doble cortante
Av = 202 mm2
Para un tornillo de 1/2" se tiene At=127mm2
El número de tornillos será igual a:

3 7
n = Av requerido / At
n = 1.6 se toma n = 2 tornillos de 1/2"
d. Aplastamiento en la platina
Pn= (0,75*2,4*d*t*Fu)*2 (Ecuación F.2-57 NSR-98)
Pn=174 Kn cumple
e. Distancias mínimas
Al borde:
1,5*d = 19 mm
Entre centros
3*d = 38,1 mm
Se elige:
f. Bloque de cortante
Agt= 30*9,5= 285 mm2
Ant= 285-0,5*(12.7+3.2)*9,5=209 mm2
Agv=60*9,5=570 mm2
Anv= 570-1,5*(12,7+3,2)*9,5= 343 mm2
Fu*Ant=83790 N
0,6*Fu*Anv=82422N
Fu*Ant 0,6*Fu*Anv
Rn= *(0,6*Fy*Agv+Fv*Ant) (Ecuación F.2-65 NSR-98)
Rn=126 kN cumple

3 8
2. Chequeo de los estados límite en los ángulos
a. Estado límite de fluencia en el área total
En el ejemplo 2.1 se encontró que se cumplía
b. Estado límite de fractura en el área neta
La carga no se transmite a través de toda la sección transversal del ángulo, el esfuerzo no es
uniforme en toda la sección, por lo tanto el área no es 100% efectiva y se debe reducir.
Ae = U*An (Ecuación F.2-1 NSR-98)
U = (1-X/L)<=0,9 (Ecuación F.2-3 NSR-98)
X = Excentricidad de la conexión
Para un ángulo (Pu = 50kN A = 457 mm2
)
X = 14,4 mm
U = 1-14,4/40
U = 0,64
An = 457-1*(12,7+3,2)*4,76
An = 381 mm2
Ae = 0,64*381 = 244 mm2
Fu = 400 MPa = 400 N/mm2 (ASTM- A-36)
Pn = 0,75*Fu*Ae
Pn = 73,21 kN cumple
c. Aplastamiento
Pn = (0,75*2.4*d*t*Fu)*2
Pn=87,1 kN cumple

3 9
d. Distancias mínimas
Se toman igual a las de la platina por tratarse de los mismos tornillos
e. Bloque de cortante
Agt = 25,4*4,76=120,9 mm2
Ant = 120,9-0,5*(12,7+3,2)*4,76 = 83,1 mm2
Agv = 60*4,76 = 285,6 mm2
Anv = 285,6-1,5*(12,7+3,2)*4,76 = 172,1 mm2
Fu*Ant = 33240
0,6*Fu*Anv = 41304
Fu*Ant < 0,6*Fu*Anv
Rn = *(0,6*Fu*Anv+Fy*Agt) (Ecuación F.2-66 NSR-98)
Rn = 53,5kN cumple
La unión definitiva es:

4 0
3 . 2 U N I O N E S S O L D A D A S
3 . 2 . 1 G e n e r a l i d a d e s
La soldadura es un proceso en el que se unen partes metálicas mediante el calentamiento de sus
superficies para llevarlas a un estado plástico, lo que permite que las partes fluyan y se unan con o sin
la adición de otro material fundido.
En las soldaduras propias de las estructuras metálicas el calentamiento se produce por la acción
de un arco eléctrico inducido entre las superficies de las piezas metálicas a unir y un electrodo que se
aproxima a la junta y que al fundirse proporciona el metal de aporte. En la operación debe protegerse
de la oxidación al acero en estado fluido, esto se logra de diversas maneras, eso depende del proceso
que se emplee, entre los principales procesos están:
3.2.1.1 SMAW (Shield Metal Arc Welding).
Involucra el uso de electrodos revestivos de aplicación manual. Estos vienen en barras de corta
longitud por lo que el proceso se ve interrumpido cada vez que el operario desecha la colilla y la
reemplaza por otra nueva, generando así la posibilidad de creación de poros en el cordón de soldadura
y gran desperdicio.
Figura 3.6 Proceso de soldadura SMAW
Como se nota en la figura 3.6, sobre el cordón de soldadura queda una capa de escoria que
proviene del recubrimiento del electrodo y lo protege de la oxidación mientras se enfría. Esta escoria
debe removerse antes de hacer otro pase o aplicar pintura.

4 1
3.2.1.2 GMAW (Gas Metal Arc Welding).
En este proceso el electrodo viene sin recubrimiento y en rollos, lo que permite que su aplicación
sea contínua, de mayor rendimiento y menor desperdicio. La protección se logra aplicando un gas
inerte como argón o CO2. En este proceso no queda escoria. No obstante es sensible a la presencia de
corrientes de aire, por lo que no se usa en soldaduras de campo sino en el taller, donde se puede tener
control de las condiciones atmosféricas.
3.2.1.3 SAW (Submerged Arc Welding).
Se trata de un proceso industrial que permite aplicar cordones de gran longitud y tamaño con bajo
desperdicio y excelente calidad. El electrodo que se usa viene en rollos. Se protege la unión de la
oxidación con la aplicación de un material granular reutilizable que se deposita automáticamente a
medida que se va elaborando la conexión.
3.2.1.4 FCAW (Flush Cored Arc Welding).
Se caracteriza por tener el fundente dentro del electrodo tubular. Su velocidad de aplicación es
muy alta por lo que el costo de mano de obra es bajo.
3 . 2 . 2 C l a s i f i c a c i ó n p r i n c i p a l d e l a s s o l d a d u r a s
La NSR-98 en sus apartes F.2.10.2.1, F.2.10.2.2 y F.2.10.2.3 clasifica a las soldaduras en las
siguientes clases: acanaladas, de filete, de tapón y de ranura.
3.2.2.1 Soldaduras acanaladas
Su característica principal es que no presentan excentricidad entre las fuerzas que se hallan a
cada lado de la unión. Véase figura 3.7.
Figura 3.7 Soldaduras acanaladas
Las partes a unir pueden no tener ninguna preparación (espesores hasta 5/16"), o biseles sencillos
o dobles que facilitan la penetración de la soldadura para espesores mayores. Si bien se permite que la
soldadura no llene todo el espacio de la junta (penetración parcial) es más frecuente y recomendable
que se alcance la penetración completa. En este caso, el diseño de la soldadura como tal se limita a
especificar la compatibilidad del electrodo con el metal base.
p p

4 2
3.2.2.2 Soldaduras de Filete
Son las que se aplican por un lado del elemento a conectar y por lo tanto resultan en una
excentricidad entre la fuerza aplicada por ese elemento y la reacción en el elemento de apoyo.
Su diseño depende del tamaño del cordón y de la resistencia del metal de aporte (electrodo). Ver
figura 3.8.
Figura 3.8 Soldadura de filete
La resistencia de diseño de un cordón de tamaño D, longitud L y resistencia del metal de la
soldadura FEXX será:
Rn= 0,75 x cos450
x D x L x 0,60 FEXX
3.2.2.3 Soldaduras de tapón de ranura.
Son conectores formados al rellenar un agujero (de tapón) o una ranura con metal de aporte. El
área efectiva para resistir cortante es el área nominal del agujero o de la ranura en el plano de la
superficie de contacto. Ver figura 3.9
Figura 3.9 Soldaduras de tapón y ranura

4 3
3 . 2 . 3 T i p o s d e j u n t a s y p o s i c i o n e s
Dependiendo de la posición relativa de los elementos a unir las juntas reciben diversos nombres,
como se puede apreciar en la figura 3.10.
Figura 3.10 Diferentes tipos de juntas en uniones soldadas
Un factor muy importante que tiene gran incidencia en el grado de dificultad de construcción de
una junta soldada es su posición. En la figura 3.11 se muestran las más comunes.
Figura 3.11 Clasificación de las uniones soldadas según su posición

4 4
Ejemplo 3.2
Diseñar la soldadura para unir los ángulos y la platina del ejemplo 3.1 Se empleará soldadura de
filete con espesor 1/8" y electrodo E70 (FEXX=480MPa)
Se aumentará el ancho de la platina en 3/8" (9,525mm) para poder aplicar dos cordones de
soldadura, cada uno de espesor 1/8".
Rn=0,75*0,6*FEXX*AGARGANTA
AGARGANTA
= S*21/2
/2 * L
Se diseñarán los cordones para cada ángulo (Pu=50kN)
AGARGANTA
= 2*S*21/2/2 * L
L = 50000 / (0,75*0,6*480*3,175*21/2
)
L = 52 mm Longitud de cada cordón
Estado límite de fractura en el área efectiva de la platina.

4 5
Área efectiva de la platina
La carga en esfuerzo se transmite a la platina con cordones longitudinales a lo largo de ambos
bordes en los extremos de la misma, por lo tanto se debe calcular el área efectiva de la platina según
F.2.2.3 caso 3 c.
Ae=A*U
La longitud de soldadura debe ser como mínimo igual al ancho de la platina.
L = 60 mm Longitud de soldadura
w = 60 mm Ancho de la platina
2*w =120 mm <L
1,5*w =90 mm <L
Se toma U = 0,75
Ae=0,75*A
A=3/8 * (2+3/8)
A = 575 mm2
Ae=431 mm2
Pn = 0,75 * Pu * Ae = 0,75 x 400 N/mm2 = 129,300 N
Pn=129 kN > 100 kN cumple
Centrado de cargas
La carga que transmite el ángulo posee una excentricidad (e), por lo cual en algunos casos se
hace necesario variar las longitudes de los dos cordones de soldadura proporcionalmente a la carga
que deben soportar.

4 6
Excentricidad: e =36,4 - 25,4 =11 mm
L1+L2=2*60 mm (1)
36,4*F1=14,4*F2
36,4*L1=14,4*L2 (2)
Al resolver 1 y 2:
L1=34 mm
L2=86 mm
Según la tabla F.2-5, el menor tamaño de soldadura para este caso es 3 mm cumple
Estado límite de fractura en el área efectiva del ángulo
Area efectiva del ángulo:
U =1-Excentricidad/L
U =1-14,4/86 = 0,83
Ae = U*A
Ae = 0,83*457
Ae = 380 mm2
Pn = 0,75  400 N/mm2
* 380 mm2
= 114,000 N
Pn=114kN > 100 kN cumple

4 7
C A P ÍT U LO 4
D IS E Ñ O D E E L E M E N TO S S O M E T ID O S A
C O M P R E S I Ó N
Los conocimientos adquiridos por el estudiante mediante los capítulos anteriores se complementan
con los presentados en este para permitirle abordar el cálculo completo de ciertas estructuras. Se trata
de aquellas cuyos miembros están solicitados únicamente por fuerzas axiales (tracción y compresión)
como estructuras de celosía en las que las cargas están aplicadas sólo en los nudos. Puede servir de
motivación también para introducirse en este tema, el saber que es más probable que el colapso de
tales estructuras se inicie en un miembro a compresión y no en uno a tracción.
El fenómeno que marca la diferencia entre estos dos tipos de acciones es el pandeo. Mientras
que un miembro que es sometido a tracción tiende a enderezarse, en uno a compresión puede ocurrir
un doblamiento de alguno de los elementos de su sección transversal, o de todo el miembro, con lo que
se limita su resistencia a un valor inferior al punto de fluencia. Los diversos tipos de pandeos constituyen
los estados límite a revisar; a saber: pandeo local, pandeo flector y andeo flexo-torsor.
Fotografía 7. Aspecto de montaje de una edificación de acero. Las columnas tienen soldados brazos con
pletinas de extremo para recibir las vigas. Fuente: Ing. Jorge Eduardo Salazar

4 8
La forma de la sección transversal del miembro viene a ser determinante. De acuerdo con las
relaciones ancho-espesor de sus diferentes partes los miembros metálicos se dividen en tres categorías:
 Secciones compactas: son aquellas cuyas relaciones ancho-espesor son menores o iguales
a p, según se muestra en la tabla F.2-1. Estas secciones son lo suficientemente robustas
para permitir la plastificación total.
 Secciones no compactas: sus relaciones ancho espesor son mayores que p pero menores
o iguales que r. Al ser sometidas a compresión se alcanzará el punto de fluencia en parte de
la sección pero se pandeará antes de la plastificación total.
 Secciones con elementos esbeltos: alguno de los elementos de la seccón transversal tiene
una relación ancho espesor superior a r. El pandeo local ocurrirá antes de que se alcance el
punto de fluencia.
El estado límite de pandeo flector está cubierto en la NSR-98 en la sección F.2.5.2. La ecuación
F.2-19 es básicamente la ecuación de Euler para pandeo elástico, cuya deducción se presenta a
continuación.
Figura 4.1 columna sometida a carga crítica
Sea la columna AB, doblemente articulada (figura 4.1) de altura L y sometida a su carga crítica
PCR; carga bajo la cual la columna se pandea alrededor de su eje débil y pierde su capacidad de soporte
de carga axial. Esta condición corresponde a la falla de la columna.
Dado que no hay cargas transversales a la columna no se desarrolla en ella momento flector
primario. No obstante, si se genera momento secundario, que es el producido por la carga axial actuando
en la estructura deformada y cuya expresión matemática, a una distancia x, es:
Ms=Pcr . y

4 9
Puesto que el tipo de pandeo estudiado (flector) es el que experimenta una viga cargada en su
plano, se puede aplicar la conocida ecuación del momento en función de la deformada; a saber:
EI
dx
yd
M 2
2
 (Ecuación 4.2)
Donde E = Módulo de elasticidad del material
I = Momento de inercia alrededor del eje de pandeo
Al igualar las ecuaciones 4.1 y 4.2 se obtiene:
0Y
EI
p
dx
yd cr
2
2
 (Ecuación 4.3)
Para resolver esta ecuación diferencial se iguala el coeficiente de Y a una constante:
EI
Pcr
B2
 (Ecuación 4.4)
La ecuación resultante:
0YBY 2"
 (Ecuación 4.5)
Tiene una solución de la forma:
x2x1 CosBCSenBCY  (Ecuación 4.6)
Al aplicar las condiciones de borde:
Cuando: X = 0 , Y = 0 
x12 SenBCY0C  (Ecuación 4.7)
Cuando: X = L, Y = 0 
Como: C,  0  0 = sen BL (Ecuación 4.8)

5 0
Al resolver para B y reemplazar en ecuación 4.4:
2
2
cr
L
EI
P

 (Ecuación 4.9)
Si se expresa este resultado en términos de esfuerzo por compresión se tiene:
2
2
cr
AL
EI
F

 (Ecuación 4.10)
Que también puede presentarse como:
2cr
Er
KL
1
F








(Ecuación 4.11)
Donde: r = radio de giro alrededor del eje de pandeo
K = factor de longitud efectiva
Finalmente, con la introducción un factor de ajuste de 0,877 y el parámetro de esbeltez.
E
F
r
KL y
c

 (NSR 98 F.2.20)
Se obtiene:
y2
c
cr F
877,0
F

 (Ecuación 4.12)
Esta ecuación es igual a la F.2-19 de la NSR-98 y es válida para columnas esbeltas (c 31,15).
Para las clumnas cortas (c 4,5) el AISC (Manual de construcción en acero) ha ajustado la siguiente
expresión:

5 1
  y
2
ccr F658,0F  (Ecuación 4.13)
Con las ecuaciones 4.12 y 4.13 puede hallarse la resistencia por pandeo flector, el único estado
límite que aplica a los miembros, simples o ensambles, con doble eje de simetría. Para los miembros
con un solo eje de simetría se deberá revisar la sección F.2.5.3 o la F.2.15. Si alguno de los elementos
de un miembro tiene una relación ancho espesor mayor que r; es decir, es un elemento esbelto a
compresión, se deberá revisar la sección F.2.14.1.
4 . 1 P R O C E D I M I E N T O D E D I S E Ñ O
Las verificaciones para los diferentes estados límite anotados arriba se hacen para miembros de
sección ya definidas, pero, ¿cómo llegar a establecer esa primera sección a verificar? No hay una
regla fija. No obstante, como un punto de partida, se podría suponer c = 1.5 de la ecuación F.2.20,
sabiendo de antemano el valor de la longitud efectiva KL, se podrá calcular un radio de giro mínimo
requerido. Se buscará un miembro cuyo radio de giro mínimo sea mayor que ese si se trata de una
estructura para altas cargas, o menor en caso contrario.
Para el caso de las muy comunes columnas ensambladas a partir de cuatro perfiles angulares que
conforman una sección rectangular, se hace una estimación inicial del radio de giro multiplicando su
dimensión exterior más corta por 0,4, con este valor aproximado de radio de giro se halla una relación
de esbeltez aproximada y su correspondiente resistencia de diseño; con ella se determinan tanto el área
requerida como los ángulos que pueden suplirlo y finalmente se repite el procedimiento pero ahora con
el valor exacto del radio de giro de la columna calculado a partir del radio de giro de los ángulos
escogidos.
Para conectar entre sí los ángulos usualmente se usan diagonales. Su diseño debe hacerse de
acuerdo con el numeral F.2.5.4, "Miembros Ensamblado", de la NSR-98.
4 . 2 H E R R A M I E N T A S D E D I S E Ñ O
Para facilitar la labor del calculista están a su alcance diversas tablas de diseño. Una de ellas se
presenta en la tabla 4.1, en donde se ha tabulado el valor de el esfuerzo de diseño a la compresión
crcF para MPa248Fy  y diferentes valores de la relación de esbeltez KL/r..
Aparece también el valor del parámetro de esbeltez c, el cual determina con qué ecuación se ha
de calcular lo esfuerzo de diseño. La máxima relación de esbeltez, KL/r recomendada según
NSR-98, F.2.2.7 es de 200. La tabla 4.2 es similar a la anterior pero para MPa345Fy  . Nótese
que para valores de KL/r mayores de 134 el valor de crcF es igual en ambos cuadros, esto en virtud

5 2
de que en esa zona la falla será de columna esbelta y por lo tanto su resistencia no depende del punto
de fluencia (vea ecuación 4.9).
Otras ayudas de diseño son suministradas por los fabricantes de los diversos perfiles estructurales.
Como ejemplo véase la tabla de la página 3-50 del manual del AISC, segunda edición (1994). Allí se
indica que un perfil tubular de
16
3x"4x"6 y  2
in52,3A  y KSI46Fy  tiene una resistencia a la
compresión de 54 kips cuando su longitud efectiva con respecto a su radio de giro menor es: KL=16"
¿Cómo se puede obtener ese valor? Veamos.
8,117
"63,1
lt
in
12x"16
r
KL
y

5,1c 
KSI3,15Fcrc 
kips86,5352,3x3,15Pnc 
Como se ve, la tabla está hecha para cuando el pandeo ocurre alrededor del eje débil. No
obstante a veces se restringe el pandeo alrededor del eje débil. ¿Cómo podría usarse esa tabla para
obtener la resistencia para pandeo alrededor del eje fuerte? Supóngase que esa columna está restringida
contra el pandeo alrededor de su eje débil a L/2. (Ver figura 4.2)
Figura 4.2 Columna restringida contra el pandeo en su eje débil

5 3
DeacuerdoconlaNSR-98,ensuartículoF.2.5.2,laresistenciadediseñoporpandeoflectordemiembrossolicitadosporcompresión,
cuyoselementostienenrelacionesancho-espesorinferioresalosvaloresde"r"estipuladosenF.2.2.5.1esiguala"cPn",endonde:
c=0,85Fcr=(0.658^(c^2))Fysic<1,5c=(kl/(rp)(Fy/E)^0,5
Pn=AgFcrFcr=(0.877/(c^2))Fysic>1,5
AquísehallantabuladoslosvaloresdeFcFcrparadiferentesvaloresdelc.
Tabla4.1Esfuerzodediseñoparamiembrosacompresión,Fy=248Mpa

5 4

5 5

5 6
DeacuerdoconlaNSR-98,ensuartículoF.2.5.2,laresistenciadediseñoporpandeoflectordemiembrossolicitadosporcompresión,cuyos
elementostienenrelacionesancho-espesorinferioresalosvaloresde"r"estipuladosenF.2.2.5.1esiguala"cPn",endonde:
c=0,85Fcr=(0,658^(c^2))Fysic<1,5c=(kl/()(Fy/E)^0.5
Pn=AgFcrFcr=(0,877/(c^2))Fysic>1,5
AquísehallantabuladoslosvaloresdecFcrparadiferentesvaloresdec.
Tabla4.2Esfuerzodediseñoparamiembrosacompresión,Fy=345Mpa

5 7

5 8

5 9
De la tabla se puede obtener directamente la resistencia de diseño a la compresión para pandeo
alrededor de su eje débil:
Para kips109P'8KL ncy 
Para obtener la resistencia de diseño a la compresión para pandeo alrededor del eje fuerte se
debe entrar en la tabla con un valor de longitud efectiva modificado.
'68,11
37,1
'16
r
r
KL
KL
y
x
x
xm 
 kips6,83Pnc 
Por lo tanto, la resistencia de diseño a la compresión para esta columna será kips6,83Pnc  y
el pandeo ocurrirá alrededor del eje fuerte.
Fotografía 8. Detalle de conexión a la cimentación de una columna
Fuente: Ing. Jorge Eduardo Salazar
Ejemplo 4.1
Se desea diseñar el cordón superior de la cercha mostrada en la figura 2.1 La combinación de
cargas crítica arrojó una carga última de compresión 79Pu  KN para crítico AE. Se usará acero
calidad ASTM A-36. El miembro estructural estará constituido por dos ángulos.

6 0
Solución
Se asume 5,1*
c 
De la figura se obtiene KL=3162 mm
De la ecuación F.2-20 mm63,23r*

Adopto 2L 2¼·" x ¼" mm53,19rx 
A = 1535 mm2
Relación de esbeltez máxima del miembro:
8,161
53.19
3162
r
KL
r
KL
xmáx












< 200
Esfuerzo crítica de diseño, MPa83,55Fcrc 
Resistencia de diseño KN7,851535x83,55Pnc  > 79KM
Resultado que puede obtenerse directamente con la tabla 3-63 del AISC.
Número de conectores a usar:
El número de conectores que se usen va a determinar la longitud (denominada "a" en la siguiente
desigualdad) en la que cada ángulo va a trabajar independientemente. La NSR-98, F.2.5.4 exige:
máxi
a
r
KL
75,0
r
K







Donde el lado izquierdo se refiere a la esbeltez de cada individuo y el derecho a la esbeltez
máxima del conjunto. De esta manera se garantiza que en el miembro ensamblado no se presentará la
falla prematura de alguno de sus componentes.
mm47,12rr zi 
 mm15138,161*75,0*47,12Ka 
 se deben usar dos conectores así:
1054
3
3162
3
L
a  < 513
Sol. USAR 2 ANG 2 ½" x ¼" ASTM A36 con CONECTORES A L/3

6 1
C A P ÍT U LO 5
D ISEÑ O D E ELEM EN TO S SO M ETID O S A
FLEXIÓ N Y C O RTE
En los capítulos anteriores se han presentado los conceptos básicos para el diseño de elementos
sometidos a tracción o compresión. Ese tipo de elementos, llamados a veces elementos a dos fuerzas
porque en un diagrama de cuerpo libre sólo aparecen las fuerzas axiales de los extremos, son los que se
encuentran en las cerchas, las cuales se caracterizan por recibir las cargas únicamente en los nudos.
Sin embargo, las cargas que se aplican a las estructuras normalmente no se aplican en un solo punto
sino en una superficie por lo que se requiere otro tipo de elementos que puedan recibir cargas
transversales y por lo tanto resistir momentos flectores y fuerzas cortantes. En este capítulo se presentan
los conceptos fundamentales para diseñar tales miembros entre los que se pueden mencionar los
siguientes:
 Las correas de un sistema de cubierta, que reciben directamente el peso de las tejas y a través
de éstas las cargas vivas, de granizo y de viento. La carga aplicada a las correas tiene dos
componentes: una paralela a la cubierta y la otra perpendicular a la misma, por lo que se trata
de un caso de flexión biaxial.
 Las vigas y viguetas que dan soporte a un sistema de entrepiso.
 Las vigas- columnas que han de soportar simultáneamente fuerzas de compresión y momentos
flectores, si bien el efecto combinado de las dos solicitaciones se presenta en el próximo
capítulo.
5 . 1 E S T A D O S L Í M I T E A V E R I F I C A R E N F L E X I Ó N
En la NSR-98 sección F.2.6.1 se explica que la resistencia nominal a la flexión, Mn, es el menor
de los valores obtenidos al considerar los siguientes estados límite: a) fluencia; b) pandeo lateral con
torsión; c) pandeo local de la aleta; y d) pandeo local del alma.
La casi totalidad de los perfiles laminados usados como vigas son de sección compacta, es
decir, sus relaciones ancho-espesor son menores que p, por lo que los estados de pandeo local no
aplican; quedan así como objeto de particular atención los estados límite de fluencia y de pandeo
lateral con torsión.

6 2
La posibilidad de que se presente uno u otro de los dos estados límite mencionados al final del
párrafo anterior dependerá de la longitud sin soporte lateral de la viga, que se denomina Lb, y cuyo
significado se pasa a explicar.
Independientemente de la luz salvada por una viga y de los tipos de apoyos que tenga, su
comportamiento se verá afectado por las restricciones que existan al movimiento lateral. Una condición
posible es que la viga se halle confinada lateralmente por la losa de concreto que soporta, cuya rigidez
en su propio plano es muy alta, y que por lo tanto restrinja completamente los movimientos laterales de
la viga, es decir, que su longitud sin soporte lateral sea nula: Lb = 0. Otro caso que puede darse es que
la viga no tenga ningún soporte lateral, es decir que la longitud sin soporte lateral sea igual a la longitud
de la viga: Lb = L, siendo L la distancia salvada por la viga. Por último, pueden darse situaciones
intermedias a las anteriores cuando a lo largo de la viga existen una o varias riostras que impiden su
pandeo lateral. Estas diversas situaciones se ilustran en la figura 5.1.
Figura 5.1 Diversas posibilidades de soporte lateral
Si Lb = 0 están dadas las condiciones para que no aplique el estado límite de pandeo lateral con
torsión; únicamente ha de revisarse el de fluencia. Este consiste en la plastificación total de la sección;
todas las fibras de la sección transversal alcanzan el punto de fluencia, el Mn es el momento plástico y
el momento de diseño es:
bMn = 0.9 Mp
Lb = 0
Lb = L
Lb = L/3
Lb = L/2
Vista lateral
L
Vistas en planta

6 3
Esta resistencia a la flexión también corresponde al caso en que la longitud sin soporte
lateral es diferente de cero pero no mayor que la longitud Lp, la cual representa el límite hasta el
cual pueden distanciarse los soportes laterales sin que sea relevante el estado límite de pandeo
lateral con torsión. El valor de Lp puede calcularse con las ecuaciones F.2-29 o F.2-30, de la
NSR-98, la que aplique.
Otra posible condición de confinamiento lateral es que la distancia entre apoyos laterales sea
la justa para que el Mn corresponda al del inicio de la fluencia, es decir, que se alcance el punto de
fluencia en la fibra más alejada del eje neutro y entonces ocurra el pandeo lateral con torsión, que
consiste en una gran deformación con componentes de desplazamiento y giro que limita la capacidad
de recibir carga adicional. Dicha distancia se denomina Lr y se puede calcular con las ecuaciones
F.2-31 o F.2-35, de la NSR-98, la que aplique. En este caso el momento de diseño será:
bMn = 0,9 Mr = 0,9 FL Sx
Donde:
Sx = módulo de la sección respecto al eje mayor, mm3
FL = Fy - Fr
Fr = esfuerzo residual de compresión en la aleta; 70 MPa para perfiles laminados,
115 MPa para perfiles soldados
Cuando Lp < Lb < Lr se calcula el valor de Mn mediante una interpolación lineal entre Mp y Mr:
bMn = 0,9 {Mp - (Mp - Mr)*[(Lb - Lp) / (Lr - Lp)]}
Finalmente, para Lb > Lr el momento nominal será el momento crítico:
bMn = b Mcr,
El Mcr se calcula con las ecuaciones F.2-37, F.2-38 o F.2-39, de la NSR-98, la que aplique. Sin
embargo es importante advertir que el Mcr representa una resistencia muy baja en virtud de que la
longitud sin soporte lateral es muy alta y por lo tanto implica un muy bajo aprovechamiento del material.
Las consideraciones hechas hasta ahora se representan en la figura 5.2, en la que, a manera
de ejemplo, aparecen los valores característicos para un perfil W 12 X 53 de acero ASTM A 570,
grado 50.

6 4
Figura 5.2 Momento de diseño contra longitud sin soporte lateral
Adicionalmente, es posible obtener un aumento en los valores de resistencia en la zona donde
gobierna el estado límite de pandeo lateral con torsión teniendo en cuenta el gradiente del diagrama de
momento, el cual, mediante la ecuación F.2-28 de la NSR-98, define el coeficiente de flexión Cb. En
ese caso el momento resistente será:
Si Lp < Lb < Lr:
bMn = 0,9 Cb {Mp - (Mp - Mr)*[(Lb - Lp) / (Lr - Lp)]}  0,9 Mp
Si Lb > Lr:
bMn = b Cb Mcr < 0,9 Mp
Al analizar la ecuación F.2-28 de la NSR-98 puede observarse que si el diagrama de momento es
rectangular el valor de Cb será uno (1). Este es el caso más desfavorable, pues de hecho corresponde
a un tipo de carga que hace que el momento máximo esté presente a todo lo largo de la viga. Es más
frecuente que el momento máximo sólo se presente en un punto del tramo no arriostrado lo cual
arrojará valores de Cb mayores de uno (1). En la tabla 4-1 del Manual del AISC contiene algunos
valores de Cb para vigas simplemente apoyadas con varias condiciones de soporte lateral. Por ejemplo
MOMENTO DE DISEÑO PARA W 12 x 53, ASTM A 570, Gr. 50
150
170
190
210
230
250
270
290
310
       
Longitud sin soporte Lateral Lb (ft)
MomentodeDiseño0.9Mn(kip-ft)
Lp = 8,8 ft Lr = 25,6 ft
b Mp = 292 kip - ft
b Mr = 212 kip - ft

6 5
si la carga es distribuida y hay soporte lateral en el centro de la viga, Cb = 1.30. Al aplicar este factor
a los valores del perfil W 12 X 53 mencionado arriba, se obtiene una nueva gráfica de momento
resistente, ilustrada en la figura 5.3.
Figura 5.3 Momento de diseño con Cb > 1.0
En la figura 5.3 se observa que la longitud sin soporte lateral puede aumentarse de Lp a Lm (para
este ejemplo de 8,8 a 23,0 ft) y todavía se cuenta con el máximo valor de momento de diseño bMp.
De ahí en adelante todos los valores del momento de diseño son incrementados por Cb.
5 . 2 E S T A D O S L Í M I T E A V E R I F I C A R E N C O R T E
La resistencia nominal al corte Vn, está gobernada por los siguientes estados límite: a) fluencia
por cortante del alma (ecuación F.2-43); b) pandeo inelástico del alma (ecuación F.2-44); y c) pandeo
elástico del alma (ecuación F.2-45). La relación ancho espesor del alma determinará cuál aplica.
No obstante para la generalidad de los perfiles laminados aplica el estado límite de fluencia por
cortante del alma.
MOMENTO DE DISEÑO PARA W 12 x 53, ASTM A 570, Gr. 50
Cb = 1,3
150
200
250
300
350
400
       
Longitud sin soporte Lateral Lb (ft)
MomentodeDiseño0.9Mn(kip-
ft)
Lp = 8,8 ft
b Mp = 292 kip - ft
b Mr = 212 kip - ft
b Cb Mr = 275.6 kip - ft
Lr = 25,6 ftLm =23,0 ft

6 6
Fotografía 9. Montaje de una viga metálica. Fuente: Ing. Jorge Eduardo Salazar
5 . 3 R E V I S I Ó N D E D E F O R M A C I O N E S
La NSR-98 en la secci•n F.2.12.3.1 establece que cuando las vigas soportan cielos rasos de
pa†ete la flecha m€xima debida a la carga viva no sobrepase 1/360 de la luz. Este l„mite suele aplicarse
aun cuando se tengan otros materiales de cielo raso. Se regula la deflexi•n producida por la carga viva
porque se supone que las deformaciones producidas por la carga muerta son absorbidas en el proceso
constructivo de los acabados.
Ejemplo 5.1
Dise†e una vigueta de acero ASTM A 36 en secci•n simple para hacer parte de un sistema de
entrepiso que ser€ usado como dep•sito de libros. Las viguetas brindar€n apoyo a una losa de concreto
vaciada sobre l€minas de acero plegadas de 2" de altura fabricadas en calibre 22, que a su vez brindar€n
soporte lateral a las viguetas. La altura total de la losa estructural ser€ de 100 mm. Adem€s se da la
siguiente informaci•n:
• Luz de la vigueta: 7,5 m
• Distancia entre viguetas: 2,0 m

6 7
• Carga viva: 5,00 kN/m2
• Carga de acabado de piso: 0,66 kN/m2
• Carga de cielo raso de yeso: 0,25 kN/m2
• Carga de divisiones interiores: 1,50 kN/m2
Desarrollo
A. Análisis estructural
Carga muerta
Peso losa: 1,83 kN/m2
* 2 m = 3,66 kN/m
Peso acabado piso: 0,66 kN/m2
* 2 m = 1,32 kN/m
Peso cielo raso: 0,25 kN/m2
* 2 m = 0,50 kN/m
Peso divisiones: 1,50 kN/m2
* 2 m = 3,00 kN/m
Total carga muerta D = 8,48 kN/m
Carga viva L = 5,00 kN/m2
* 2 m = 10,00 kN/m
Carga de dise†o: wu = 1.2 D + 1.6 L = 26,20 kN/m
= 1,795 kip/ft
Momento requerido:
8
Lw
M
2
u
u

 = 184,2 kN * m
= 135,8 kip*ft
Cortante requerido:
2
Lwu
Vu

 = 98,25 kN
= 22,08 kip
B. Selección del perfil
Dado que hay soporte lateral total (Lb = 0) se puede contar con que el momento de dise†o ser€:
bMn = 0,9 Mp. Por lo tanto, se puede calcular el m•dulo de secci•n pl€stico requerido con la siguiente
ecuaci•n:

6 8
y
u
req
F0,9
M
Z

 = 825269 mm3
= 50,36 in3
De la tabla de la p€gina 4- 20 del manual del AISC se puede ver que el perfil m€s econ•mico que
tiene un Zx
superior o igual al indicado es un W 16 X 31, cuyo Zx
= 54.0 pulgada3
. (Tambiƒn habr„a
podido escogerse a partir del fb
Mp
= 146 kip*ft > 135.8 kip*ft)
C. Revisión por cortante
De la p€gina 1-35 del manual del AISC se obtiene el valor de la relaci•n ancho espesor para el
alma del perfil W 16 X 31, h/tw = 51.6 y se compara con el l„mite de aplicabilidad de la ecuaci•n
F.2-43 de la NSR-98:
Para
yww F
1100
t
h
 : wywnv A*F*6,0*9,0Vφ 
Como 85,69
248
1100
6,51  , entonces: wnv A*248*6,0*9,0Vφ 
El €rea resistente a cortante es el €rea del alma: ww t*dA 
Del Manual AISC, p€gina 1- 34: 22
w mm2817adalgpu367,4275,0*88,15A 
Finalmente: BIENnv ...98,25kN...kN3,377Vφ 
D. Revisión por deflexión
La deflexi•n de esta viga simplemente apoyada sometida a la carga viva de servicio es:
BIEN
4
44
m€x ........mm21
360
7500
mm20,13
4,25*375*200000*384
7500*0,10*5
EI384
wL5


6 9
Comentarios
Otras maneras de haber seleccionado el perfil son:
• Dado que se trata de una viga lateralmente soportada con carga distribuida uniforme se pueden
usar las tablas de la p€gina 4- 35 del manual y siguientes. Se entra en esas tablas con el valor
de Wu y L (ft):
Wu = wu*L = 1,795 kip/ft * 24,6 ft = 44,16 kip.
En la p€gina 4- 51 se puede ver que el perfil W 16 X 31 puede soportar un Wu de 47 kip en una
luz de 25 ft, lo que confirma el resultado anterior.
Esa tabla tambiƒn da informaci•n sobre la resistencia a cortante:
C""ENCALCULADOnv kN377.3kN377.8kip84.9Vφ 
• Tambiƒn podr„a usarse la gr€fica de la p€gina 4- 134 que muestra que la viga m€s econ•mica
para Lb = 0 que soporta un momento mayor a 135,8 kip*ft es la W 16 X 31. (Es la primera de
trazo continuo que est€ por encima de ese valor). Estas gr€ficas son de gran utilidad para
cuando gobierna el estado l„mite de pandeo lateral con torsi•n.
Fotografía 10. Vigas en voladizo con sección variable. Fuente: Ing. Jorge Eduardo Salazar

7 0

7 1
C A P ÍT U LO 6
D ISEÑ O D E ELEM EN TO S SO M ETID O S A FUERZA
AXIAL Y FLEXIÓ N
El hecho de que un elemento esté sometido simultáneamente a la acción de fuerzas axiales y
momentos flectores debe ser considerado. Como es bien sabido la aplicación de un momento flector
en un miembro estructural resulta en que se generen esfuerzos de compresión y de tracción en las
diferentes partes de la sección transversal, las cuales, sumadas a las generadas por la fuerza axial,
pueden causar la falla estructural.
6 . 1 F U N D A M E N T O S D E D I S E Ñ O
La manera de revisar el comportamiento bajo esfuerzos combinadas se puede asimilar a la de las
solicitaciones simples. Por ejemplo, al examinar el comportamiento a la flexión se chequea si:
b
Mn
 Mu
, lo cual se puede expresar como:
1,0
M
M
nb
u


Cuando se tienen acciones simultáneas se añaden términos a esa desigualdad:
Para 2,0
P
P
n
u


0,1
M
M
M
M
9
8
P
P
nyb
uy
nxb
ux
n
u





























(F.2-46, NSR-98)
Para 2,0
P
P
n
u


0,1
M
M
M
M
P
P
nyb
uy
nxb
ux
n
u



























(F.2-47, NSR-98)
Los subíndices x, y indican el sentido del momento flector. Todos los valores de resistencia
nominal (con subíndice n) se obtienen con los métodos vistos en capítulos anteriores. Si la simultaneidad
se da de flexión y tracción los momentos últimos Mu se obtienen de un análisis estructural de primer
orden. Si se trata de flexión y compresión deben considerarse los efectos de segundo orden o momentos
secundarios y para tal efecto puede usarse el procedimiento indicado en F.2.3.1 de la NSR-98.

7 2
Los efectos de segundo orden se pueden definir como los causados por la fuerza axial actuando
en la estructura deformada. Si bien una fuerza axial que esté presente en un elemento rectilíneo solo
produce deformaciones longitudinales de alargamiento o acortamiento, cuando dicho elemento ha sufrido
alguna deformación transversal ésta le servirá de brazo de palanca a la fuerza axial y por lo tanto se
generarán momentos secundarios, que a su vez, si se trata de fuerza axial de compresión, incrementarán
la deformación transversal.
Las deformaciones transversales arriba mencionadas arriba pueden ser de dos clases: las causadas
a lo largo de la barra, sea que sus extremos tengan restringido su desplazamiento lateral ("pórticos
arriostrados") o no ("pórticos no arriostrados"), y las causadas por el desplazamiento de los nudos en
los pórticos no arriostrados. La figura 6.1 ilustra las dos clases de deformaciones.
a. columna en pórtico arriostrado b. columna en pórtico no arriostrado
Figura 6.1 Posibles desplazamientos transversales
En la figura 6.1 se puede ver con claridad que la carga de compresión P generará un momento
flector P. bajo la condición de desplazamientos laterales restringidos y de P. para cuando estos
últimos están permitidos. El método del AISC permite estimar los valores de los momentos totales con
la siguiente expresión:
Mu = B1 Mnt + B2 Mlt
Donde:
Mnt = Momento en el miembro causado por cargas gravitacionales, calculado en un análisis
elástico de primer orden y asumiendo que no hay desplazamiento lateral de los nudos.



P P

7 3
Mlt = Momento en el miembro debido a los desplazamientos laterales
B1 = Coeficiente de mayoración del Mnt para tener en cuenta el efecto secundario P. Se
calcula con la ecuación F.2-8 de la NSR-98
B2 = Coeficiente de mayoración del Mlt para tener en cuenta el efecto secundario P.. Se
calcula con las ecuaciones F.2-11 ó F2.12 de la NSR-98.
Ejemplo 6.1
Verifique si un perfil W 12 X 96 de aceroASTM A-36 puede usarse para una columna de 16 ft de
longitud que es parte de un marco simétrico arriostrado y está sometida a las siguientes solicitaciones
mayoradas:
Pu = 135 kip
Mx = 220 kip.ft (Con curvatura doble y momentos iguales en los extremos)
My = 60 kip.ft (Con curvatura doble y momentos iguales en los extremos)
La columna no está sometida a carga transversal.
Desarrollo
Por ser marco arriostrado k = 1,0 y kx.Lx = ky.Ly = 16 ft.
Para el perfil W 12 X 96:
A = 28,2 in2
Zx = 147 in3
Zy = 67,5 in3
rx = 5,44 in
ry = 3,09 in
29,35
r
L.k
x






13,62
r
L.k
y






(Gobierna)

7 4
De las tablas de ACASA, página 14 se obtiene: c Fcr = 24,99 KSI
Por lo tanto c Pn = c Fcr A = 704,7 kip
La relación por carga axial será: 19,0
7,704
135
P
P
n
u


Rige por lo tanto la ecuación F.2-47:
Para 2,0
P
P
n
u


0,1
M
M
M
M
P
P
nyb
uy
nxb
ux
n
u





























Aplicando la ecuación F.2-7 de la NSR-98, y puesto que para marcos arriostrados Mlt = 0 se
tiene:
Mux = B1x Mnt = B1x 220 kip-ft
Muy = B1y Mnt = B1y 60 kip-ft
El valor de B1 se obtiene con la ecuación F.2-8 de la NSR-98:
1
P
P
1
C
B
e1
u
m
1 








El valor de Cm por tratarse de un pórtico arriostrado sin cargas transversales se obtiene de la
ecuación F.2-10 de la NSR-98:







2
1
m
M
M
0,40,6C
En donde
2
1
M
M
es la relación entre el menor y el mayor momento en los extremos de la columna
y es positiva si la flexión produce doble curvatura y negativa si produce curvatura sencilla. Dados los
datos de este problema (curvatura doble y momentos en los extremos iguales) el valor de esta relación
es 1,0. Por lo tanto el valor de Cm será:
  2,00,10,40,6Cm 

7 5
La carga cr„tica de Euler Pe1 se calcula con la siguiente expresi•n:
2
c
yg
e1
λ
FA
P 
De las tablas de ACASA, p€gina 14, se puede obtener el valor de c con base en la relaci•n de
esbeltez para cada eje:
Para 29,35
r
L.k
x






, c = 0,395
Para 13,62
r
L.k
y






, c = 0,696
Reemplazando en la ecuaci•n para Pel se tiene:
kip6507
0,395
3628,2
λ
FA
P 22
c
yg
xe1 


kip2096
0,696
3628,2
λ
FA
P 22
c
yg
ye1 


Con estos se calcula el valor del coeficiente B1:
0,1B1204,0
6507
135
1
2.0
P
P
1
C
B x1
e1
u
m
x1 
















0,1B1214,0
2096
135
1
2.0
P
P
1
C
B y1
e1
u
m
y1 
















Por lo tanto los momentos totales ser€n:

7 6
Mux = B1x Mnt = 1,0 x 220 kip-ft =220 kip-ft
Muy = B1y Mnt= 1,0 x 60 kip-ft = 60 kip-ft.
Para la aplicación de la ecuación F.2-47 sólo falta el cálculo de las resistencias de diseño a la
flexión:
b Mnx = 388 kip-ft (Véase página 4-128 del Manual del AISC)
b Mny = b Fy Zy = 0,9 x 36 x 67,5 / 12 = 182,3 kip-ft
Finalmente reemplazando en la ecuación F.2-47 se tiene:
0,199,0
182,3
60
388
220135




















Bien
El perfil W 12 X 96 es apropiado para ser empleado en esa columna.

7 7
B IB LIO G R A FÍA
AMERICAN INSTITUTE OF STEEL CONSTRUCTION, Manual of steel construction/load &
resitance factor design. Tomos I y II, Nueva York, 2da ed. 1994.
BROCKENBROUGH, Roger, MERRIT, Frederick. Diseño de estructuras de acero. Tomos I a III,
Mc Graw Hill, Bogotá: Mc Graw Hill, 1997.
CAÑAS, H. . Diseño de estructuras metálicas con factores de carga y de resistencia, Universidad
Tecnológica de Pereira, Pereira. 1997
GALAMBOS, T. Diseño de estructuras de acero con LRFD. México, Editorial Prentice Hall, 1996
GARCÍA, J. Curso básico de cálculo y diseño de estructuras metálicas en ordenador. España, Editorial
Mc Graw Hill, 2000.
MC CORMAC, J. Diseño de estructuras de acero, Método LRFD. México, Editorial Alfaomega, 1991
ASOCIACIÓN COLOMBIANA DE INGENIERÍA SÍSMICA, AIS, Normas Colombianas de Diseño
y Construcción Sismo Resistente. NSR-98
SALMON, Charles G. y JOHNSON, John E. Steel Structures, Design and Behavior. Ed. Harper
Collins. 1996.
SEGUI, William T. Diseño de estructuras de acero con LRFD. México, International Thomson
Editores, 2000.
ACERÍAS DE CALDAS S. A. Tablas de perfiles y de diseño
VALENCIA, G. Estructuras de acero, diseño con factores de carga y resistencia. Editorial Escuela
Colombiana de Ingeniería. 1997.
JARAMILLO, J. José Oscar. Ingeniería estructural. Universidad Nacional de Colombia, Sede
Manizales, 1999.

Impreso en el Centro de Publicaciones
de la Universidad Nacional de Colombia Sede Manizales

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