DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO - Clases

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DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
Las cartelas 
disminuyen el 
tamaño de la 
placa. 
Cuando hay ausencia de entrepiso 
la caga viva es cero. 
La carga muerta seria la cubierta. 
 
Acero: Es uno de los materiales de fabricación y construcción más versátil, más adaptable y 
más ampliamente usadas. 
COMBINACIONES DE CARGA 
1 1,4CP CP= Carga Muerta 
2 1,2CP+1,6CV+0,5CVt CV= Carga Viva 
3 1,2CP+1,6CVt+ (0,5CV o 0,8w) W= Viento 
4 1,2CP+1,3w+0,5CV+0,5CVt CVt= Carga Viva de Techo 
5 0,5CP ±1,3w S= Sismo 
6 1,2CP+CV±S 
7 0,9CP±S 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
Para cálculo de 
viento, si da 
menor a 60 el 
coeficiente, 
escoger un 
coeficiente #60. 
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𝑴𝒚 = 𝑭𝒚 × 𝑺 𝑴𝒑 = 𝑭𝒚 × 𝒁 
AISC → Clasifica los perfiles (
𝑏𝑓
2𝑡𝑓
)para las 
alas y (
ℎ
𝑡𝑤
)para el alma. 
Donde: 
𝜆= Razón ancho-espesor 
𝜆𝑝 = Limite superior para la categoría de 
compacta. 
𝜆𝑟 = Limite superior para la categoría de 
no compacta. 
 
𝝀 =
𝑳𝒃
𝒙𝒚
 
𝝀𝒑 = 𝟏, 𝟕𝟒√
𝑭
𝑭𝒚
 
Si da esbelto → No compacto 
Diseño por corte→ 𝑭𝒗 =
𝑽𝑸
𝑳𝑩
 
 
Revisión por Flexión (Flecha) → Δ =
5
384
×
𝑤×𝐿4
𝐸×𝐼
 
 
0,5CVt= 0 
𝐹𝑦 = 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ → Importado 
𝐹𝑦 = 2500
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ → Sidor. 
DISEÑO DE ELEMENTOS SOMETIDOS A FLEXIÓN. 
 
 
 
 
 
Parámetros de esbeltez 
Canales (𝐶) y Vigas (𝐼) de simetría 
 
 
 
 
➢ Seleccionar la sección más económica usando Acero A-36 si se proporciona 
soporte lateral solo en los extremos. 
 
 
✓ Si 𝜆 < 𝜆𝑝 → Sección compacta 
✓ Si 𝜆𝑝 < 𝜆 ≤ 𝜆𝑟 → Sección no compacta 
✓ Si 𝜆 < 𝜆𝑟 → Sección esbelta 
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𝑃𝑒𝑟𝑓𝑖𝑙 
W18x106 
Sx=3370 𝑐𝑚3 
Ry= 6,74 cm 
E=2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
1,4CP 1,4 × 1192 
𝑘𝑔
𝑚 =⁄ 1668,8 
𝑘𝑔
𝑚⁄ 
1,2CP+1,6CV+0,5CVt 1,2 × 1192
𝑘𝑔
𝑚⁄ + 1,6 × 4770
𝑘𝑔
𝑚⁄ = 9062,4 
𝑘𝑔
𝑚⁄ 
𝑀𝑢 =
𝑊𝑢 × 𝐿2
8
→ 𝑀𝑢 =
9062,4 
𝑘𝑔
𝑚⁄ × (8,50𝑚2)
8
= 81844,8 𝑘𝑔 ∗ 𝑚 
≈ 8184480𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 → 𝑀𝑦 = 8184480𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 
Parámetro para entrar en Tablas 
Suponer que Mu = My → My = Fy × Sx 
My = Fy × Sx → Sx =
𝑀𝑦
𝐹𝑦
 → Sx =
8184480𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 3234,97 𝑐𝑚3 
Sx = 3234,97 𝑐𝑚3 → 𝐸𝑛𝑡𝑟𝑎𝑟 𝑒𝑛 𝑇𝑎𝑏𝑙𝑎 
 
 
 
 
 
 
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Comparar con 𝜆𝑝 y 𝜆𝑟 
 
E= 2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
G= 8,08 × 105 
 
 J= 325 
A= 202 cm 
 
𝐶𝑤 = 4680000cm2 
𝐼𝑦 = 9180cm4 
FL= Perfil laminar o soldado. 
𝐹𝑦 = 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ → Perfil Importado 
𝐹𝑟 = 700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ → Perfil Laminar 
𝐹𝑖 = 1160
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ → Perfil Soldado 
 
 
𝜆 =
𝐿𝐵
𝑟𝑦
 → 𝜆 =
8,50 𝑐𝑚
6,74 𝑐𝑚
= 126,11 
Cálculo del parámetro de esbeltez. 
𝜆𝑝 = 1,74 × √
𝐸
𝐹𝑦
 → 𝜆𝑝 = 1,74 × √
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
 = 50,13 
𝜆𝑟 =
𝐶1
𝐹𝐿
× √1 + √1 + 𝐶2 × 𝐹𝐿2 
Coeficiente de pandeo en viga C1 y C2 
𝐶1 =
𝜋
𝑆𝑥
× √
𝐸 × 𝐺 × 𝐽 × 𝐴
2
 
𝐶1 =
𝜋
3370 𝑐𝑚3
×
√(2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × (8,08 × 105) × 325 × 202 𝑐𝑚
2
= 
𝐶1 = 220007,59 
𝐶2 = 4 ×
𝐶𝑤
𝐼𝑦
× (
𝑆𝑥
𝐺 × 𝐽
)
2
 
𝐶2 = 4 ×
4680000cm2
9180cm4
× (
3370 𝑐𝑚3
(8,08 × 105) × 325
)
2
= 3,358−7 
FL=Fy-Fr 
𝐹𝐿 = 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ − 700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ 
𝐹𝐿 = 1830
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ 
𝜆𝑟 =
220007,59 
1830
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄
× √1 + √1 + 3,358−7 × (1830
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ )
2
→ 𝜆𝑟 = 188,48 
 
✓ Si 𝜆 < 𝜆𝑝 → Sección compacta ✓ 126,11 < 50,13 → No 
✓ Si 𝜆𝑝 < 𝜆 ≤ 𝜆𝑟 → Sección no compacta ✓ 50,13 < 126,11 < 188,48 → Sección 
no compacta 
✓ Si 𝜆 < 𝜆𝑟 → Sección esbelta ✓ 126,11 > 188,48 → No 
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Cálculo de Mt 
 
Cb=1,14 → Según condición para el coeficiente de flexión. 
PLT 
𝑀𝑡 = 𝐶𝑏 × [𝑀𝑝 − (𝑀𝑝 − 𝑀𝑟) × (
𝜆 − 𝜆𝑝
𝜆𝑟 − 𝜆𝑝
)] 
𝑀𝑟 = 𝐹𝐿 × 𝑆𝑥 → 𝑀𝑟 = 1830
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ × 3370 𝑐𝑚3 = 6167100 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 
 
 
 
 
𝑍𝑥 = 3810 𝑐𝑚3 → Tabla 
𝑀𝑝 = 𝐹𝑦 × 𝑍𝑥 → 𝑀𝑝 = 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ × 3810 𝑐𝑚3 = 9639300 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 
𝑀𝑡 = 1,14 × [9639300 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚
− (9639300 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 − 6167100 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚) × (
126,11 − 50,13
188,48 − 50,13
)]
= 8814951318 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 
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𝑀𝑡 < 𝑀𝑝 8814951318 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 < 9639300 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 Si → Se utiliza Mt 
𝑀𝑡 > 𝑀𝑝 8814951318 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 > 9639300 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 No 
PLT y PLW 
𝑀𝑢 ≤ 𝜙𝑏 × 𝑀𝑡 𝜙𝑏 = 0,9 → 𝐹𝑎𝑐𝑡𝑜𝑟 
8184480 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 ≤ 0,9 × 8814951318 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 
8184480 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 ≤ 6959172,09 𝑘𝑔 ∗ 𝑐𝑚 FALLA 
Revisión por corte. 
 𝑉𝑢 =38515,2 kg 
 𝑉𝑡 = 0,6 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑤 × 𝐶𝑣 
 
 
 
ℎ
𝑡𝑤
=
(𝑑−2×𝑡𝑓)
𝑡𝑤
=
(47,6 𝑐𝑚−2×(2,39 𝑐𝑚))
1,5 𝑐𝑚
= 28,55 
 
 
 
 
 
2,4 × √
𝐸
𝐹𝑦
= 2,4 × √
2,1×106𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 69,14 
ℎ
𝑡𝑤
≤ 2,4 × √
𝐸
𝐹𝑦
 28,55 ≤ 69,14 Si. → 𝐶𝑣 = 1 
𝐴𝑤 = 𝑑 × 𝑡𝑤 → 𝐴𝑤 = 47,6 𝑐𝑚 × 1,5𝑐𝑚 = 71,4 𝑐𝑚 
𝑉𝑡 = 0,6 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑤 × 𝐶𝑣 → 𝑉𝑡 = 0,6 × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 71,4 𝑐𝑚 × 1 = 108385,2 𝑘𝑔 
Comparar 𝑉𝑢 ≤ 𝜙𝑣 × 𝑉𝑡 
38515,2 kg ≤ 0,9 × 108385,2 𝑘𝑔 
38515,2 kg ≤ 97546,68 𝑘𝑔 OK 
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Entrepiso con poca 
afluencia de personas. 
Revisión por Flexión. 
W= Cargas de servicios. 𝑊 = 𝐶𝑃 + 𝐶𝑉 → 𝑊 = 1192
𝑘𝑔
𝑚⁄ + 4770
𝑘𝑔
𝑚⁄ = 5962
𝑘𝑔
𝑚⁄ 
𝑊 =
5962
𝑘𝑔
𝑚⁄
100
 → 𝑊 = 59,62
𝑘𝑔
𝑐𝑚⁄ 𝐿 =
8,5 𝑚
100
 → 𝐿 = 850 𝑐𝑚 
∆=
5
384
×
𝑤 × 𝐿4
𝐸 × 𝐼
 → ∆=
5
384
×
59,62
𝑘𝑔
𝑐𝑚⁄ × (850 𝑐𝑚)4
(2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × (80200 𝑐𝑚4)
= 2,41 𝑐𝑚 
∆𝑝 =
𝐿
240
 → ∆𝑝 =
850 𝑐𝑚
240
= 3,54 𝑐𝑚 
∆ < ∆𝑝 
2,41 𝑐𝑚 < 3,54 𝑐𝑚 OK 
DISEÑO DE ELEMENTOS SOMETIDOS A FLEXIÓN. 
 
Un perfil W10x45 está conectado a sus extremos con la placa mostrada. Determine la 
resistencia de los elementos de Acero A-36, si la conexión se hace con 6 tornillos de ¾ en 
cada patín del perfil. Plancha Sidor. 
Análisis del Perfil 
1. Resistencia del elemento W10x45 
 
 
 
 
 
 
 
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t: Espesor del perfil 
 
 
 
 
 
 
 
 
 
a) Fluencia en la sección bruta. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑔 → 𝑃𝑢 = 0,90 × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 85,6𝑐𝑚2 → 𝑃𝑢 = 194911,2𝑘𝑔 
≈ 194,91 𝑇 
b) Fractura de la sección neta efectiva. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 
𝐴𝑛 = 𝐴𝑔 − 𝑡 × (#𝐿𝑖𝑛𝑒𝑎𝑠 𝑑𝑒 𝑎𝑔𝑢𝑗𝑒𝑟𝑜𝑠 𝑝𝑎𝑟𝑎 𝑝𝑒𝑟𝑛𝑜𝑠 × 𝑑𝑎) 
𝑑𝑎 = 𝑑𝑝 + 3𝑚𝑚 → 𝑑𝑎 = 19,1𝑚𝑚 + 3𝑚𝑚 → 𝑑𝑎 = 22,1𝑚𝑚 
𝐴𝑛 = 85,6𝑐𝑚2 − 1,57𝑐𝑚 × (4 × 2,21𝑐𝑚) → 𝐴𝑛 = 71,72𝑐𝑚2 
𝐴𝑛 ≤ 0,85 × 𝐴𝑔 
71,72𝑐𝑚2 ≤ 0,85 × 85,6𝑐𝑚2 
71,72𝑐𝑚2 ≤ 72,76𝑐𝑚2 OK 
Cálculo del área efectiva 
𝑏𝑓 >
2
3
𝑑 
20,4𝑐𝑚 >
2
3
25,7𝑐𝑚 
20,4𝑐𝑚 > 17,13𝑐𝑚 OK→ Ct=0,90 
 
 
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Ing. Aurimar Pereira 
𝐴𝑒 = 𝐴𝑛 × 𝐶𝑡 → 𝐴𝑒 = 71,72𝑐𝑚2 × 0,90 → 𝐴𝑒 = 64,55𝑐𝑚2 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 → 𝑃𝑢 = 0,75 × 4080
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 64,55𝑐𝑚2 → 𝑃𝑢 = 197523𝑘𝑔
≈ 197,52𝑇 
Análisis de la Plancha 
2. Resistencia de la plancha 𝑃𝐿 
5
8
" 
a) Fluencia en la sección bruta total. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑔 → 𝑃𝑢 = 0,90 × 2500
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × (25𝑐𝑚 × 1,59𝑐𝑚 × 2) → 𝑃𝑢
= 178875𝑘𝑔 ≈ 178,9𝑇 
b) Fractura de la sección neta efectiva. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 
𝐴𝑛 = 𝐴𝑔 − #𝑑𝑒 𝑝𝑙𝑎𝑛𝑐ℎ𝑎𝑠 × 𝑡 × (#𝐿𝑖𝑛𝑒𝑎𝑠 𝑑𝑒 𝑎𝑔𝑢𝑗𝑒𝑟𝑜𝑠 𝑝𝑎𝑟𝑎 𝑝𝑒𝑟𝑛𝑜𝑠 × 𝑑𝑎) 
𝐴𝑛 = 79,5𝑐𝑚2 − 2 × 1,59𝑐𝑚 × (4 × 2,21𝑐𝑚) → 𝐴𝑛 = 51,39𝑐𝑚2 
𝐴𝑛 ≤ 0,85 × 𝐴𝑔 
51,39𝑐𝑚2 ≤ 0,85 × 79,5𝑐𝑚2 
51,39𝑐𝑚2 ≤ 67,58𝑐𝑚2 OK 
𝐴𝑛 = 𝐴𝑒 = 51,39𝑐𝑚2 → 𝐶𝑎𝑠𝑜 𝐺𝑒𝑛𝑒𝑟𝑎𝑙 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 → 𝑃𝑢 = 0,75× 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 51,79𝑐𝑚2 → 𝑃𝑢 = 142607,25𝑘𝑔
≈ 142,61𝑇 
Perfil W10x45 PL 
5
8
" 
Pu= 194,9T Pu= 178,9T 
Pu= 197,5T Pu= 142,6T -> Resistencia Total de la conexión 
La falla se encontró en la plancha. 
Seleccione un par de ángulos de Acero A-36 que resista las cargas de servicio de tensión 
CP=20 Klb, CV=30 Klb. 
La longitud de los ángulos es de 18 pies y deben estar conectados con pernos de 
7
8
". 
Asumiendo Ct=0,85. 
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Conversiones. 
1 𝑘𝑔 → 2,21 𝑙𝑏 
𝐶𝑃 = 20 𝐾𝑙𝑏 ×
1000 𝑙𝑏
1 𝐾𝑙𝑏
×
1 𝑘𝑔
2,21 𝑙𝑏
→ 𝐶𝑃 = 9049,77 𝑘𝑔 
𝐶𝑉 = 30 𝐾𝑙𝑏 ×
1000 𝑙𝑏
1 𝐾𝑙𝑏
×
1 𝑘𝑔
2,21 𝑙𝑏
→ 𝐶𝑉 = 13574,66 𝑘𝑔 
Combinaciones de cargas 
𝑃𝑢 = 1,2𝐶𝑃 + 1,6𝐶𝑣 → 𝑃𝑢 = 1,2 × (9049,77 𝑘𝑔) + 1,6 × (13574,66 𝑘𝑔) → 𝑃𝑢
= 32579,18𝑘𝑔 ≈ 𝑃𝑢 = 32,6 𝑇 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑔 → 𝐴𝑔 =
𝑃𝑢
∅𝑡 × 𝐹𝑦
→ 𝐴𝑔 =
32,6 𝑇
0,90 × 2500
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
→ 𝐴𝑔 = 14,48𝑐𝑚2 
 
 
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Revisión del elemento ∟ 65 × 65 × 6 
1. Fluencia sección bruta total. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑔 → 𝑃𝑢 = 0,90 × 2500
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 15,1𝑐𝑚2 → 𝑃𝑢 = 33975𝑘𝑔
≈ 34 𝑇 
2. Fractura de la sección neta efectiva. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 
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“Se debe aumentar el perfil 
y nuevamente realizar el 
procedimiento”. 
Cálculo del área neta 
𝑑𝑎 = 𝑑𝑝 + 3𝑚𝑚 → 𝑑𝑎 = 22,22𝑚𝑚 + 3𝑚𝑚 → 𝑑𝑎 = 25,22𝑚𝑚 
𝐴𝑛 = 𝐴𝑔 − #𝑑𝑒 𝑝𝑙𝑎𝑛𝑐ℎ𝑎𝑠 × 𝑡 × (#𝐿𝑖𝑛𝑒𝑎𝑠 𝑑𝑒 𝑎𝑔𝑢𝑗𝑒𝑟𝑜𝑠 𝑝𝑎𝑟𝑎 𝑝𝑒𝑟𝑛𝑜𝑠 × 𝑑𝑎) 
𝐴𝑛 = 15,1𝑐𝑚2 − 2 × 0,6𝑐𝑚 × (1 × 2,52𝑐𝑚) → 𝐴𝑛 = 12,08𝑐𝑚2 
𝐴𝑛 ≤ 0,85 × 𝐴𝑔 
12,08𝑐𝑚2 ≤ 0,85 × 15,1𝑐𝑚2 
12,08𝑐𝑚2 ≤ 12,84𝑐𝑚2 OK 
𝐴𝑒 = 𝐶𝑡 × 𝐴𝑛 → 𝐴𝑒 = 0,85 × 12,08𝑐𝑚2 → 𝐴𝑒 = 10,27𝑐𝑚2 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 → 𝑃𝑢 = 0,75 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 10,27𝑐𝑚2 → 𝑃𝑢 = 28499,25𝑘𝑔
≈ 28,5 𝑇 
 𝑃𝑢1 < 𝑃𝑢2 < 𝑃𝑢2 
32,6 𝑇 < 34 𝑇 < 28,5 𝑇 FALLA REDISEÑAR 
Resistencia 𝑃𝐿 
5
8
" 
1. Fluencia en la sección bruta. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑔 → 𝑃𝑢 = 0,90 × 2500
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 15,9𝑐𝑚2 → 𝑃𝑢 = 35775𝑘𝑔
≈ 35,8 𝑇 
2. Fractura en la sección neta efectiva. 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 
𝐴𝑛 = 𝐴𝑔 − #𝑑𝑒 𝑝𝑙𝑎𝑛𝑐ℎ𝑎𝑠 × 𝑡 × (#𝐿𝑖𝑛𝑒𝑎𝑠 𝑑𝑒 𝑎𝑔𝑢𝑗𝑒𝑟𝑜𝑠 𝑝𝑎𝑟𝑎 𝑝𝑒𝑟𝑛𝑜𝑠 × 𝑑𝑎) 
𝐴𝑛 = 15,9 − 1 × 1,59𝑐𝑚 × (1 × 2,52𝑐𝑚) → 𝐴𝑛 = 11,89𝑐𝑚2 
𝐴𝑛 ≤ 0,85 × 𝐴𝑔 
11,89𝑐𝑚2 ≤ 0,85 × 15,9𝑐𝑚2 
11,89𝑐𝑚2 ≤ 13,52𝑐𝑚2 OK 
Cálculo del área efectiva 
𝑃𝑢 = ∅𝑡 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑒 → 𝑃𝑢 = 0,75 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 11,89𝑐𝑚2 → 𝑃𝑢 = 32994,75𝑘𝑔
≈ 33 𝑇 
 
 
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Ing. Aurimar Pereira 
Lt= Longitud que está en el At 
 #a=Numero de agujeros a 
tracción. 
𝑆2
4×𝑔
= Solo para fracturas 
diagonales o en zigzag. 
S= Separación de cada agujero 
en distancia horizontal. 
g= Separación de cada agujero 
en distancia Vertical. 
Se utiliza el Pu mayor. 
Eso sería la cedencia por tracción y fractura por corte. 
➢ Determinar la carga resistente del perfil en la conexión mostrada. 
 
 
 
 
 
 
Fractura por bloque de corte 
Caso 1. 
𝐴𝑡 = (60 𝑚𝑚 + 32 𝑚𝑚) × 0,8 𝑐𝑚 ≈ 9,2 𝑐𝑚 × 0,8 𝑐𝑚 = 7,36𝑐𝑚2 
𝐴𝑐 = 20 𝑐𝑚 × 0,8 𝑐𝑚 = 16𝑐𝑚2 
𝑑𝑎 = 𝑑𝑝 + 3 𝑚𝑚 ≈ 19,1 𝑚𝑚 + 3 𝑚𝑚 = 22,1 𝑚𝑚 ≈ 2,21 𝑐𝑚 
Área neta en tracción. 
𝐴𝑛𝑡 = 𝑡 × (𝐿𝑡 − #𝑎 × 𝑑𝑎 +
𝑆2
4 × 𝑔
) 
𝐴𝑛𝑡 = 0,8 𝑐𝑚 × (9,2 𝑐𝑚 − 1,5 × 2,21𝑐𝑚 +
42
4 × 6
) 
𝐴𝑛𝑡 = 5,24𝑐𝑚2 
Área neta de corte 
𝐴𝑛𝑐 = 𝑡 × (𝐿𝑐 − #𝑎 × 𝑑𝑎) = 0,8𝑐𝑚 × (20𝑐𝑚 − 2,5 × 2,21𝑐𝑚) = 11,58𝑐𝑚2 
1. Cedencia por corte y fractura por tracción. 
𝑃𝑢 = 0,75 × (0,6 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑐 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑛𝑡) 
𝑃𝑢 = 0,75 × (0,6 × (2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × 16𝑐𝑚2 × (4080
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × 5,24𝑐𝑚2) 
𝑃𝑢 = 34250,5𝑘𝑔 ≈ 34,25 𝑇 
2. Cedencia por tracción y fractura por corte. 
𝑃𝑢 = 0,75 × ((𝐹𝑦 × 𝐴𝑡) + (0,6 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑛𝑡)) 
𝑃𝑢 = 0,75 × ((2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 7,36𝑐𝑚2) + (0,6 × (4080
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × 11,58𝑐𝑚2)) 
Pernos 3 4⁄
"
→ 𝑑𝑝 = 19,1 𝑚𝑚 
Perfil Importado. 
𝐴 = 19,5 𝑐𝑚2 
𝑡 = 8 𝑚𝑚 
𝑐𝑡 = 0,854 
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Ing. Aurimar Pereira 
Se utiliza el Pu mayor. 
Eso sería la cedencia por tracción y fractura por corte. 
Lt= Longitud que está en el At 
 #a=Numero de agujeros a 
tracción. 
𝑆2
4×𝑔
= Solo para fracturas 
diagonales o en zigzag. 
S= Separación de cada agujero 
en distancia horizontal. 
g= Separación de cada agujero 
en distancia Vertical. 
𝑃𝑢 = 35226,48𝑘𝑔 ≈ 35,23 𝑇 
Caso 2. 
𝐴𝑡 = (60 𝑚𝑚 + 32 𝑚𝑚) × 0,8 𝑐𝑚 ≈ 9,2 𝑐𝑚 × 0,8 𝑐𝑚 = 7,36𝑐𝑚2 
𝐴𝑐 = 12 𝑐𝑚 × 0,8 𝑐𝑚 = 9,6𝑐𝑚2 
𝑑𝑎 = 𝑑𝑝 + 3 𝑚𝑚 ≈ 19,1 𝑚𝑚 + 3 𝑚𝑚 = 22,1 𝑚𝑚 ≈ 2,21 𝑐𝑚 
Área neta en tracción. 
𝐴𝑛𝑡 = 𝑡 × (𝐿𝑡 − #𝑎 × 𝑑𝑎 +
𝑆2
4 × 𝑔
) 
𝐴𝑛𝑡 = 0,8 𝑐𝑚 × (9,2 𝑐𝑚 − 1,5 × 2,21𝑐𝑚 +
42
4 × 6
) 
𝐴𝑛𝑡 = 5,24𝑐𝑚2 
Área neta de corte 
𝐴𝑛𝑐 = 𝑡 × (𝐿𝑐 − #𝑎 × 𝑑𝑎) 
𝐴𝑛𝑐 = 0,8𝑐𝑚 × (12𝑐𝑚 − 1,5 × 2,21𝑐𝑚) = 6,95𝑐𝑚2 
1. Cedencia por corte y fractura por tracción. 
𝑃𝑢 = 0,75 × (0,6 × 𝐹𝑦 × 𝐴𝑐 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑛𝑡) 
𝑃𝑢 = 0,75 × (0,6 × (2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × 9,6𝑐𝑚2 × (4080
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × 5,24𝑐𝑚2) 
𝑃𝑢 = 26964𝑘𝑔 ≈ 26,96 𝑇 
2. Cedencia por tracción y fractura por corte. 
𝑃𝑢 = 0,75 × ((𝐹𝑦 × 𝐴𝑡) + (0,6 × 𝐹𝑢 × 𝐴𝑛𝑡)) 
𝑃𝑢 = 0,75 × ((2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 7,36𝑐𝑚2) + (0,6 × (4080
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ) × 6,95𝑐𝑚2)) 
𝑃𝑢 = 26725,8𝑘𝑔 ≈ 26,72 𝑇 
 
 
 
 
 
La resistencia que se escoge entre los 2 casos es la menor. 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
r= Radio de giro. 
En tabla se escoge el menor entre 𝑟𝑥 y 𝑟𝑦 
𝑏
𝑡
< 𝜆𝑟 
6,41 < 27,64 → 𝜃𝑎𝑠 = 1 
 
𝑏𝑓
2𝑡𝑓
→ Así se busca en tabla. 
𝜆𝑐√𝜃𝑎𝑠 < 1,5 
1,06√1 < 1,5 
1,06 < 1,5 OK 
Tabla 
𝑊12 × 120 → 𝐴𝑔 = 228𝑐𝑚2 
DISEÑO DE ELEMENTOS SOMETIDOS A COMPRESION. 
Calcule la resistencia a la compresión de un 𝑊14 × 74 con una longitud de 6m y extremos 
articulados, considere Acero A-36. 
Parámetros de esbeltez. 
𝜆𝑐 =
𝐾 × 𝐿
𝜋 × 𝑟
× √
𝐹𝑦
𝐸
≈
1 × 600 𝑐𝑚
𝜋 × 6,27 𝑐𝑚
× √
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 1,06 
𝜆𝑟 = 0,816 × √
𝐸
𝐹𝑦 − 𝐹𝑟
≈ 0,816 × √
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ − 700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
 
𝜆𝑟 = 27,64 
𝑏
𝑡
= 6,41 
𝐹𝑐𝑟 = 𝜃𝑎𝑠 × (0,658𝜃𝑎𝑠×𝜆𝑐2
) × 𝐹𝑦 ≈ 1 × (0,6581×1,062
) × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑐𝑟 = 1580,81
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑁𝑡 = 𝐹𝑐𝑟 × 𝐴𝑔 ≈ 1580,81
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 141𝑐𝑚2 = 222894,21 𝑘𝑔 
𝑃𝑢 = 0,85 × 𝑁𝑡 ≈ 0,85 × 222894,21 𝑘𝑔 = 189460,08 𝑘𝑔 ≈ 189,5 𝑇 
Seleccione el perfil 𝑊12 más ligero para soportar la siguiente condición de carga. 
𝑃𝑢 = 310 𝑇 
𝐹𝑐𝑟 =
2
3
𝐹𝑦 ≈
2
3
× 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 1686,67
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑁𝑡 >
𝑃𝑢
𝜃𝑐
≈
310 𝑇
0,85
= 364,71 𝑇 ≈ 364710 𝑘𝑔 
𝑁𝑡 = 𝐹𝑐𝑟 × 𝐴𝑔 ≈ 𝐴𝑔 =
𝑁𝑡
𝐹𝑐𝑟
≈
364710 𝑘𝑔
1686,67
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 216,23𝑐𝑚2 
Parámetros de esbeltez. 
𝜆𝑐 =
𝐾 × 𝐿
𝜋 × 𝑟
× √
𝐹𝑦
𝐸
≈
1 × 640 𝑐𝑚
𝜋 × 7,93 𝑐𝑚
× √
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 0,89 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝑏
𝑡
< 𝜆𝑟 
5,57 < 27,64 → 𝜃𝑎𝑠 = 1 
 
𝑏𝑓
2𝑡𝑓
→ Así se busca en tabla. 
𝜆𝑐√𝜃𝑎𝑠 < 1,5 
0,89√1 < 1,5 
0,89 < 1,5 OK 
𝜆𝑟 = 0,816 × √
𝐸
𝐹𝑦 − 𝐹𝑟
≈ 0,816 × √
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ − 700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 27,64 
𝑏
𝑡
= 5,57 
 
𝐹𝑐𝑟 = 𝜃𝑎𝑠 × (0,658𝜃𝑎𝑠×𝜆𝑐2
) × 𝐹𝑦 ≈ 1 × (0,6581×0,892
) × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑐𝑟 = 1816,09
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑁𝑡 = 𝐹𝑐𝑟 × 𝐴𝑔 ≈ 1816,09
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 228𝑐𝑚2 = 414068,52 𝑘𝑔 
𝑃𝑢 ≤ 𝜃𝑐 × 𝑁𝑡 
310000 𝑘𝑔 ≤ 0,85 × 414068,52 𝑘𝑔 
310000 𝑘𝑔 ≤ 351958,24 𝑘𝑔 OK 
MIEMBROS SOMETIDOS A EFECTOS COMBINADOS FLEXOTRACCIÓN Y 
FLEXOCOMPRESIÓN. 
El perfil HEA de Acero A-36, soporta una carga axiala la compresión y los momentos en los 
extremos que generen la flexión, respecto a ambos ejes del miembro. 
La carga axial y los momentos fueron calculados con cargas factorizados. Las fuerzas 
cortantes no se muestran, asumir 𝑘𝑥 = 𝑘𝑦 = 1. 
𝑀𝑛𝑡𝑥 = 138365 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 
𝑀𝑛𝑡𝑦 = 554545 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 
𝑀𝑛𝑡𝑥 = 1039727 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 
𝑀𝑛𝑡𝑦 = 415909 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 
Resistencia a la compresión HEA 400. 
𝜆𝑐 =
𝐾 × 𝐿
𝜋 × 𝑟𝑦
× √
𝐹𝑦
𝐸
≈
1 × 500 𝑐𝑚
𝜋 × 7,34 𝑐𝑚
× √
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 0,75 
𝜆𝑟 = 0,816 × √
𝐸
𝐹𝑦 − 𝐹𝑟
≈ 0,816 × √
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ − 700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 27,64 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝜆𝑐√𝜃𝑎𝑠 < 1,5 
0,75√1 < 1,5 
0,75 < 1,5 OK 
𝑏
𝑡
< 𝜆𝑟 
7,89 < 27,64 → 𝜃𝑎𝑠 = 1 
 
𝑏𝑓
2𝑡𝑓
→ Así se busca en tabla. 
𝜆 < 𝜆𝑝 
29,76 < 50,13 
Sección Compacta 
𝐿𝑏 < 𝐿𝑝 
500 < 842,19 --- No hay PLT = Mt=Mp 
𝑀𝑛𝑡𝑥 < 𝑀𝑡𝑥 
138365 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 < 6502100 𝑘. 𝑐𝑚 
Relación ancho-espesor. 
𝑏
𝑡
= 7,89 
𝐹𝑐𝑟 = 𝜃𝑎𝑠 × (0,658𝜃𝑎𝑠×𝜆𝑐2
) × 𝐹𝑦 ≈ 1 × (0,6581×0,752
) × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 1999
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑁𝑡 = 𝐹𝑐𝑟 × 𝐴𝑔 ≈ 1999
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 159𝑐𝑚2 = 317841 𝑘𝑔 
𝑃𝑢 ≤ 𝜃𝑐 × 𝑁𝑡 
63600 𝑘𝑔 ≤ 0,85 × 317841 𝑘𝑔 
63600 𝑘𝑔 ≤ 270164,85 𝑘𝑔 OK 
Resistencia a la flexión Mtx. 
𝜆 =
𝐿𝑏
𝑟𝑥
≈
500 𝑐𝑚
16,8 𝑐𝑚
= 29,76 𝑐𝑚 
𝜆𝑝 = 1,74 × √
𝐹𝑦
𝐸
≈ 1,74 × √
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 50,13 
𝐿𝑝 = 1,74 × 𝑟𝑥 × √
𝐹𝑦
𝐸
≈ 1,74 × (16,8 𝑐𝑚) × √
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 842,19 
 
𝑀𝑝 = 𝑀𝑡𝑥 = 𝑍𝑥 × 𝐹𝑦 ≈ 2570𝑐𝑚3 × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 6502100 𝑘. 𝑐𝑚 
Resistencia a la flexión Mty. 
𝑀𝑦 = 𝐹𝑦 × 𝑆𝑥 ≈ 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 2310𝑐𝑚3 = 5844300 𝑘. 𝑐𝑚 
𝑀𝑡𝑦 = 1,5 × 𝑀𝑦 ≈ 1,5 × 5844300 𝑘. 𝑐𝑚 = 8786450 𝑘. 𝑐𝑚 
Momentos actuantes. 
Mux. 
𝑁𝑒1𝑥 =
𝜋2 × 𝐸 × 𝐴𝑔
(
𝐾 × 𝐿
𝑟𝑥
)
2 ≈
𝜋2 × 2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 159𝑐𝑚
(
1 × 500 𝑐𝑚
16,8 𝑐𝑚 )
2 = 3720443,55 
Caso a ---- 𝐶𝑚 = 0,6 − 0,4 × (
𝑀1
𝑀2
) ≈ 0,6 − 0,4 × (
138365𝑘𝑔.𝑐𝑚
1039727𝑘𝑔.𝑐𝑚
) = 0,55 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝛽1𝑥 < 1 
0,56 < 1 ≈ 1 
𝛽1𝑥 < 1 
0,33 < 1 ≈ 1 
𝑃𝑢
𝜃×𝑁𝑡
> 0,2 
0,24 > 0,2 ≈ 𝐶𝑎𝑠𝑜 𝑎 
𝛽1𝑥 =
𝐶𝑚
1 − (
𝑃𝑢
𝑁𝑒1𝑥
)
≈
0,55
1 − (
63600 𝑘𝑔
3720443,55
)
= 0,56 
𝑀𝑢𝑥 = 𝛽1𝑥 × 𝑀𝑛𝑡𝑥 ≈ 1 × 1039727 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 = 1039727 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 
 Muy. 
𝑁𝑒1𝑥 =
𝜋2 × 𝐸 × 𝐴𝑔
(
𝐾 × 𝐿
𝑟𝑥
)
2 ≈
𝜋2 × 2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 159𝑐𝑚
(
1 × 500 𝑐𝑚
7,34 𝑐𝑚 )
2 = 710179,74 
Caso a ---- 𝐶𝑚 = 0,6 − 0,4 × (
𝑀1
𝑀2
) ≈ 0,6 − 0,4 × (
415909𝑘𝑔.𝑐𝑚
554545𝑘𝑔.𝑐𝑚
) = 0,30 
𝛽1𝑥 =
𝐶𝑚
1 − (
𝑃𝑢
𝑁𝑒1𝑥
)
≈
0,30
1 − (
63600 𝑘𝑔
710179,74
)
= 0,33 
𝑀𝑢𝑦 = 𝛽1𝑥 × 𝑀𝑛𝑡𝑥 ≈ 1 × 554545 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 = 554545 𝑘𝑔. 𝑐𝑚 
Felxocompresión biaxial. 
𝑃𝑢
𝜃 × 𝑁𝑡
=
63600𝑘𝑔
270164,85
= 0,24 
𝑃𝑢
𝜃 × 𝑁𝑡
+
8
9
× (
𝑀𝑢𝑥
𝜃𝑏 × 𝑀𝑡𝑥
+
𝑀𝑢𝑦
𝜃𝑏 × 𝑀𝑡𝑦
) ≤ 1 
0,24 +
8
9
× (
1039727 𝑘𝑔. 𝑐𝑚
0,9 × (6502100 𝑘. 𝑐𝑚)
+
554545 𝑘𝑔. 𝑐𝑚
0,9 × (8786450 𝑘. 𝑐𝑚)
) ≤ 1 
0,46 ≤ 1 𝑶𝑲 
En la figura se muestra un marco de un solo piso, no arriostrado, sometidos a CP, CVt y W. 
Use un perfil 𝑊12 para diseñar las columnas, un índice de ladeo (∆𝑜ℎ) de 
1
400
, basado en la 
carga de servicio por viento. La flexión es respecto al eje fuerte y cada columna esta 
arriostrada lateralmente en la parte superior y la inferior. 
 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
Reacciones. 
 
Primera movilización. 
1- 1, 4 × 𝐶𝑝 = 1,4 × 30800 𝑘𝑔 = 43120 𝑘𝑔 
2- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + 0,5 × 𝐶𝑉𝑡 = 1,2 × 30800 𝑘𝑔 = 36960 𝑘𝑔 
5- 0,5 × 𝐶𝑃 ± 1,3 × 𝑊 = 0,5 × 30800 𝑘𝑔 = 15400 𝑘𝑔 
7- 0,9 × 𝐶𝑃 ± 𝑆 = 0,9 × 30800 𝑘𝑔 = 27720 𝑘𝑔 
𝑃𝑢 = 43120 𝑘𝑔 
1- 1,4 × 𝐶𝑝 = 1,4 × 6932 𝑘𝑔. 𝑚 = 9704,8 𝑘𝑔. 𝑚 
2- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + 0,5 × 𝐶𝑉𝑡 = 1,2 × 6932 𝑘𝑔. 𝑚 = 8318,4 𝑘𝑔. 𝑚 
5- 0,5 × 𝐶𝑃 ± 1,3 × 𝑊 = 0,5 × 6932 𝑘𝑔. 𝑚 = 3466 𝑘𝑔. 𝑚 
7- 0,9 × 𝐶𝑃 ± 𝑆 = 0,9 × 6932 𝑘𝑔. 𝑚 = 6238,8 𝑘𝑔. 𝑚 
𝑀𝑛𝑡 = 9704,8 𝑘𝑔. 𝑚 
Segunda movilización. 
2- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + 0,5 × 𝐶𝑉𝑡 = 1,2 × 13032 𝑘𝑔. 𝑚 = 6516 𝑘𝑔. 𝑚 
3- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + (0,5 × 𝐶𝑉𝑡 𝑜 0,8 × 𝑊) = 1,6 × 13032 𝑘𝑔. 𝑚 =
20851,2 𝑘𝑔. 𝑚 
𝑀𝑛𝑡 = 20851,2 𝑘𝑔. 𝑚 
2- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + 0,5 × 𝐶𝑉𝑡 = 1,2 × 57200 𝑘𝑔 = 28600 𝑘𝑔 
3- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + (0,5 × 𝐶𝑉𝑡 𝑜 0,8 × 𝑊) = 1,6 × 57200 𝑘𝑔 = 91520 𝑘𝑔 
𝑃𝑢 = 91520 𝑘𝑔 
Tercera movilización. 
3- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + (0,5 × 𝐶𝑉𝑡 𝑜 0,8 × 𝑊) = 0,8 × (−19800𝑘𝑔) = −15840𝑘𝑔 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
Mlt= Carga de servicio 
mayorada. 
∑ 𝑃𝑢 = #𝐶𝑜𝑙𝑢𝑚𝑛𝑎𝑠 × 𝑃𝑢 
𝑊12 × 87 
𝑆𝑥 = 1940𝑐𝑚3 
𝐾 = 0,1 → ⊥ 
4- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,3 × 𝑊 + +0,5 × 𝐶𝑉 + 0,5 × 𝐶𝑉𝑡 = 1,3 × (−19800𝑘𝑔) = −25740𝑘𝑔 
5- 0,5 × 𝐶𝑃 ± 1,3 × 𝑊 = 1,3 × (−19800𝑘𝑔) = −25740𝑘𝑔 
= −1,3 × (−19800𝑘𝑔) = 25740𝑘𝑔 
𝑃𝑢 = 25740𝑘𝑔 
3- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,6 × 𝐶𝑉 + (0,5 × 𝐶𝑉𝑡 𝑜 0,8 × 𝑊) = 0,8 × (−4436𝑘𝑔. 𝑚) =
−3548,8𝑘𝑔. 𝑚 
4- 1,2 × 𝐶𝑝 + 1,3 × 𝑊 + +0,5 × 𝐶𝑉 + 0,5 × 𝐶𝑉𝑡 = 1,3 × (−4436𝑘𝑔. 𝑚) =
−5766,8𝑘𝑔. 𝑚 
5- 0,5 × 𝐶𝑃 ± 1,3 × 𝑊 = 1,3 × (−4436𝑘𝑔. 𝑚) = −5766,8𝑘𝑔. 𝑚 
= −1,3 × (−4436𝑘𝑔. 𝑚) = 5766,8𝑘𝑔. 𝑚 
𝑀𝑛𝑡 = 5766,8𝑘𝑔. 𝑚 
Revisión por corte. 
𝑃𝑢 = 91520 𝑘𝑔 
𝑀𝑛𝑡 = 20851,2 𝑘𝑔. 𝑚 
𝑀𝑙𝑡 = 1,3 × 𝑀𝑛𝑡 ≈ 1,3 × 20851,2 𝑘𝑔. 𝑚 = 3604,9𝑘𝑔. 𝑚 
𝑀𝑢 = 𝛽1 × 𝑀𝑛𝑡 + 𝛽2 × 𝑀𝑙𝑡 
Asumir 𝛽1 = 1 
𝛽2 =
1
1 − (
∑ 𝑃𝑢
∑ 𝐻
× (
∆𝑜ℎ
∑ 𝐻 𝐿
))
≈
1
1 − (
2 × 91520 𝑘𝑔
5940 
𝑘𝑔
𝑚⁄
× (
1
400⁄
450 𝑐𝑚
))
1,0002 
𝑀𝑢 = 𝛽1 × 𝑀𝑛𝑡 + 𝛽2 × 𝑀𝑙𝑡 ≈ (1 × 20851,2 𝑘𝑔. 𝑚) + (1,0002 × 3604,9𝑘𝑔. 𝑚)
= 24456,82𝑘𝑔. 𝑚 
Prediseño. 
𝑀𝑢 = 𝑀𝑦 = 𝑆𝑥 ×
2
3
× 𝐹𝑦 → 𝑆𝑥 =
𝑀𝑦
2
3 × 𝐹𝑦
≈
24456,82𝑘𝑔. 𝑚
2
3 × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 1450𝑐𝑚3 
Calculando 𝛽1 
𝑁𝑒1𝑥 =
𝜋2 × 𝐸 × 𝐴𝑔
(
𝐾 × 𝐿
𝑟𝑥
)
2 ≈
𝜋2 × 2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 165𝑐𝑚
(
0,7 × 450 𝑐𝑚
7,79 𝑐𝑚 )
2 = 2091494,81 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝛽1𝑥 < 1 
0,63 < 1 ≈ 1 
Como 𝛽1 es menor a 1, el 𝑀𝑢 = 24456,82𝑘𝑔. 𝑚 es correcto. 
Si 𝛽1 me hubiese dado mayor a 1, debería que recalcular 𝑀𝑢 aplicando la formula 
𝑀𝑢 = 𝛽1 × 𝑀𝑛𝑡 + 𝛽2 × 𝑀𝑙𝑡 y hacer nuevamente el prediseño. 
 
57,77 < 50,13 
50,13 < 57,77 ≤ 225,30 → Sección no compacta. 
50,13 > 57,77 
 
 
Caso a ---- 𝐶𝑚 = 0,6 − 0,4 × (
𝑀1
𝑀2
) ≈ 0,6 − 0,4 × (
0
24456,82𝑘𝑔.𝑚
) = 0,6 
𝛽1𝑥 =
𝐶𝑚
1 − (
𝑃𝑢
𝑁𝑒1𝑥
)
≈
0,60
1 − (
91520 𝑘𝑔
2091494,81
)
= 0,63 
 
 
 
𝜆 =
𝐿𝑏
𝑟𝑦
≈
450 𝑐𝑚
7,79 𝑐𝑚
= 57,77 𝑐𝑚 
𝜆𝑝 = 1,74 × √
𝐹𝑦
𝐸
≈ 1,74 × √
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 50,13 
𝐶1 =
𝜋
𝑆𝑥
× √
𝐸 × 𝐺 × 𝐽 × 𝐴
2
 
𝐶1 =
𝜋
1940𝑐𝑚3
× √2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 8,08 × 105𝑐𝑚3 × 213𝑐𝑚3 × 165𝑐𝑚
2
 
𝐶1 = 279627,74 
𝐶2 = 4 ×
𝐶𝑤
𝐼𝑌
× (
𝑆𝑥
𝐺 × 𝐽
)
2
≈ 4 ×
222000
10000
𝑘𝑔
𝑐𝑚3⁄
× (
1940𝑐𝑚3
8,08 × 105𝑐𝑚3 × 213𝑐𝑚3
)
2
 
𝐶2 = 1,13 × 10−7 
𝜆𝑟 =
𝐶1
𝐹𝐿
× √1 + √1 + (𝐶2 × (𝐹𝐿2)) 
𝜆𝑟 =
279627,74
1830
× √1 + √1 + (1,13 × 10−7 × (18302)) = 225,30
 
 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝜆𝑐√𝜃𝑎𝑠 < 1,5 
0,45√1 < 1,5 
0,45 < 1,5 OK 
𝑏
𝑡
< 𝜆𝑟 
7,48 < 27,64 → 𝜃𝑎𝑠 = 1 
 
𝑏𝑓
2𝑡𝑓
→ Así se busca en tabla. 
𝐶𝑏 = 1 
𝑀𝑝 = 𝑍𝑥 × 𝐹𝑦 ≈ 2170𝑐𝑚3 × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 5490100 𝑘. 𝑐𝑚 
𝑀𝑟 = 𝐹𝐿 × 𝑆𝑥 ≈ 1830
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 1940𝑐𝑚3 = 3550200 𝑘. 𝑐𝑚 
𝑀𝑡 = 𝐶𝑏 × [𝑀𝑝 − ((𝑀𝑝 − 𝑀𝑟) × (
𝜆 − 𝜆𝑝
𝜆𝑟 − 𝜆𝑝
))] 
𝑀𝑡 = 1 [5490100 𝑘. 𝑐𝑚 − ((5490100 𝑘. 𝑐𝑚 − 3550200 𝑘. 𝑐𝑚) × (
57,77 − 50,13
225,30 − 50,13
))] 
𝑀𝑡 = 5405491,70 𝑘. 𝑐𝑚 
𝑀𝑢 < 0,9 × 𝑀𝑡 
24456,82𝑘𝑔. 𝑚 < 0,9 × 5405491,70 𝑘. 𝑐𝑚 
24456,82𝑘𝑔. 𝑚 < 4864942,53 𝑘. 𝑐𝑚 OK 
Chequeo a compresión. 
𝜆𝑐=
𝐾 × 𝐿
𝜋 × 𝑟𝑦
× √
𝐹𝑦
𝐸
≈
0,7 × 450 𝑐𝑚
𝜋 × 7,79 𝑐𝑚
× √
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 0,45 
𝜆𝑟 = 0,816 × √
𝐸
𝐹𝑦 − 𝐹𝑟
≈ 0,816 × √
2,1 × 106 𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ − 700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 27,64 
Relación ancho-espesor. 
𝑏
𝑡
= 7,48 
𝐹𝑐𝑟 = 𝜃𝑎𝑠 × (0,658𝜃𝑎𝑠×𝜆𝑐2
) × 𝐹𝑦 ≈ 1 × (0,6581×0,452
) × 2530
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑐𝑟 = 2324,40
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑁𝑡 = 𝐹𝑐𝑟 × 𝐴𝑔 ≈ 2324,40
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 165𝑐𝑚2 = 383526,35 𝑘𝑔 
𝑃𝑢 ≤ 𝜃𝑐 × 𝑁𝑡 
91520 𝑘𝑔 ≤ 0,85 × 383526,35 𝑘𝑔 
91520 𝑘𝑔 ≤ 325997,40 𝑘𝑔 OK 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝑃𝑢
𝜃×𝑁𝑡
> 0,2 
0,28 > 0,2 ≈ 𝐶𝑎𝑠𝑜 𝑎 
Placa base se diseña 
con cargas de servicios. 
 
𝑒 <
𝐷
2
 
15,24 𝑐𝑚 < 23,5 𝑐𝑚 OK 
Caso 3-A 
 
Chequeo a flexocompresión. 
𝑃𝑢
𝜃 × 𝑁𝑡
=
91520 𝑘𝑔
325997,40 𝑘𝑔 
= 0,28 
𝑃𝑢
𝜃 × 𝑁𝑡
+
8
9
× (
𝑀𝑢𝑥
𝜃𝑏 × 𝑀𝑡𝑥
+
𝑀𝑢𝑦
𝜃𝑏 × 𝑀𝑡𝑦
) ≤ 1 
0,28 +
8
9
× (
0 𝑘𝑔. 𝑐𝑚
0,9 × (0 𝑘. 𝑐𝑚)
+
2445682 𝑘𝑔. 𝑐𝑚
0,9 × (5405491,733 𝑘. 𝑐𝑚)
) ≤ 1 
0,73 ≤ 1 𝑶𝑲 
DISEÑO DE PLACA. 
 
Predimensionamiento de la placa. 
 
𝑀 = 𝑃𝑐 × 𝑒 → 𝑒 =
𝑀
𝑃
≈
553510𝑘. 𝑐𝑚
36320 𝑘
= 15,24𝑐𝑚 
𝐷
2
=
47𝑐𝑚
2
= 23,5𝑐𝑚 
 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
Actuante 
Se aumenta el B=40cm 
y queda la placa de 
40x47 cm 
Caso 3-A 
∑ 𝐹𝑦 = 0 
1
2
× 𝜎𝑐 × 𝑌 × 𝐵 = 𝑃𝑐 
𝑌
3
=
𝐷
2
− 𝑒 ≈ 𝑌 = (3 ×
𝐷
2
) − 𝑒 ≈ (3 × 23,5𝑐𝑚) − 15,24𝑐𝑚
= 24,78𝑐𝑚 
𝜎𝑐 =
𝑃𝑐 × 2
𝑌 × 𝐵
≈
36320 𝑘 × 2
24,78𝑐𝑚 × 35𝑐𝑚
= 83,75
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ → 
Resistencia. 
𝑅𝑐 = 0,35 × 𝑓´𝑐 ≈ 0,35 × 210
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 73,5
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝜎𝑐 > 𝑅𝑐 
83,75
𝑘𝑔
𝑐𝑚2 
⁄ > 73,5
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ OK ----- Redimencionar la placa. 
 
1
2
× 𝜎𝑐 × 𝑌 × 𝐵 = 𝑃𝑐 Asumir 𝜎𝑐 = 73,5
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐵 =
𝑃𝑐 × 2
𝑌 × 𝜎𝑐
≈
36320 𝑘 × 2
24,78𝑐𝑚 × 73,5
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 39,88𝑐𝑚 ≈ 40𝑐𝑚 
 
Cálculo de la carga. 
𝐶𝑃 = 2400
𝑘𝑔
𝑚3⁄ × 0,10𝑚
= 240
𝑘𝑔
𝑚2⁄ 
Para ubicar cargas 
distribuidas. 
𝑊𝑣 = 200
𝑘𝑔
𝑚2⁄ × 4𝑚
= 800
𝑘𝑔
𝑚⁄ 
𝑊𝑝 = 240
𝑘𝑔
𝑚2⁄ × 4𝑚
= 960
𝑘𝑔
𝑚⁄ 
𝑊 = 𝑊𝑣 + 𝑊𝑝 ≈ 800
𝑘𝑔
𝑚⁄ + 960
𝑘𝑔
𝑚⁄ = 1760
𝑘𝑔
𝑚⁄ Carga Total 
 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
Tabla --- I Sidor 200x90 𝑆𝑥 = 214𝑐𝑚3 
𝑏𝑓 = 90 𝑚𝑚 
Esfuerzo Actuante 
Sino da, se aumenta 
∆𝑝 al máximo, para 
que la relación de. 
𝑀 =
𝑊×𝐿2
8
≈
1760
𝑘𝑔
𝑚⁄ ×4𝑚2
8
= 3520𝑘. 𝑚 ≈
352000𝑘. 𝑐𝑚 
Predimensionamiento. 
𝑀𝑦 =
2
3
× 𝐹𝑦 × 𝑆𝑥 = 𝑆𝑥 =
𝑀𝑦
2
3 × 𝐹𝑦
 
 
𝑆𝑥 =
352000𝑘.𝑐𝑚
2
3
×2500
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 211,2𝑐𝑚3 
 
 
𝜄1 = 𝑐 − 𝑏 ≈ 15 − 10 = 5𝑐𝑚 
𝜄2 =
𝑎 − 𝑏𝑓
2
≈
15 − 9
2
= 3𝑐𝑚 
 
Espesor de la placa. 
𝑅𝑐 = 0,35 × 𝑓´𝑐 ≈ 0,35 × 210
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 73,5
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
∆𝑝 = 𝑎 × 𝑐 ≈ 15𝑐𝑚 × 15𝑐𝑚 = 225𝑐𝑚2 
𝑞𝑐 =
𝑅
∆𝑝
≈
3520 𝑘𝑔
225𝑐𝑚2
= 15,64
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑞𝑐 < 𝑅𝑐 
15,64
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ < 73,5
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ OK 
𝑀𝑚𝑎𝑥 =
𝑞𝑐 × 𝜄𝑚𝑎𝑥
2
2
≈
15,64
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ × 5𝑐𝑚2
2
= 195,5 𝑘𝑔. 𝑚 
𝑡 = √
6 × 𝑀𝑚𝑎𝑥
0,75 × 𝐹𝑦
≈ √
6 × 195,5 𝑘𝑔. 𝑚
0,75 × 2500
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 0,79 𝑐𝑚 ≈ 1
2⁄
"
 
 
 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
Al borde 
CONEXIONES 
Revise el aplastamiento de la 
sección entre tornillos y la 
distancia al borde para la 
conexión mostrada. 
 
Chequeo de separación mínimo al borde del tornillo M20. 
Tabla 22.3 S=26 mm 𝑆 ≥ 3 × 𝑑 
32 𝑚𝑚 ≥ 26 𝑚𝑚 OK 
Chequeo de separación entre pernos. 
M20=20 mm 𝑆 ≥ 3 × 𝑑 
64 𝑚𝑚 ≥ 3 × 20 𝑚𝑚 
64 𝑚𝑚 ≥ 60 𝑚𝑚 OK 
 𝜃 = 0,75 
Revisión por aplastamiento. 
ℎ = 𝑑 + 1,6𝑚𝑚 ≈ 20𝑚𝑚 + 1,6𝑚𝑚 = 21,6𝑚𝑚 
𝐿𝑐 = 𝐿𝑒 −
ℎ
2
≈ 32𝑚𝑚 −
21,6𝑚𝑚
2
= 21,2𝑚𝑚 
 
La que resiste es la 
menor. 9177,48 𝑘𝑔 
 
Entre pernos. 
𝐿𝑐 = 𝑆 − ℎ ≈ 64𝑚𝑚 − 21,6𝑚𝑚 = 42,4𝑚𝑚 
0,75 × 1,2 × 21,2𝑚𝑚 × 1,3𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 9177,48 𝑘𝑔 
0,75 × 2,4 × 2𝑚𝑚 × 1,3𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 17316 𝑘𝑔 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝑅𝑡 = 9177,48 𝑘𝑔 Se rompe la placa, pero al 
borde del tornillo. 
𝑅𝑡 = 7059,6 𝑘𝑔 Se rompe la placa, pero al 
borde del tornillo. 
La que resiste es la 
menor. 17316 𝑘𝑔 
 
 
Al borde 𝑅𝑡 = 9177,48 𝑘𝑔 
Entre perno 𝑅𝑡 = 17316 𝑘𝑔 
Revisión al aplastamiento de PL= 10 mm 
Al borde Lc=21,2 mm 
La que resiste es la 
menor. 7059,6 𝑘𝑔 
 
 
Entre perno Lc=42,4 mm 
La que resiste es la 
menor. 13320 𝑘𝑔 
 
 
Al borde 𝑅𝑡 = 7059,6 𝑘𝑔 
Entre perno 𝑅𝑡 = 13320 𝑘𝑔 
La resistencia de toda la conexión es 𝑅𝑡 = 7059,6 𝑘𝑔 
 
La condición mostrada sirve para 
unir el atracadero de una 
plataforma sublacustre al a viga 
principal. Diseñar los pernos para 
resistir las solicitaciones 
mostradas según Norma COVENIN 
1618-98. 
 
 
 
0,75 × 1,2 × 4,24𝑚𝑚 × 1,3𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 18354,96 𝑘𝑔 
0,75 × 2,4 × 2𝑚𝑚 × 1,3𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 17316 𝑘𝑔 
0,75 × 1,2 × 2,12𝑚𝑚 × 1𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 7059,6 𝑘𝑔 
0,75 × 2,4 × 2𝑚𝑚 × 1𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 13320 𝑘𝑔 
0,75 × 1,2 × 4,24𝑚𝑚 × 1𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 14119,2 𝑘𝑔 
0,75 × 2,4 × 2𝑚𝑚 × 1𝑚𝑚 × 3700
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 13320 𝑘𝑔 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
𝐹𝑡𝑡 → Tabla 22,6 
Utilizando 4 
pernos de 1
2"⁄ 
 
𝑇 = 𝐹𝑥 +
𝑀
𝑆
≈ 3570𝑘𝑔 +
13400 𝑘𝑔. 𝑚
0,55𝑚
= 27933,64𝑘𝑔 
 𝐹𝑡𝑡 ≥
𝑇
∆𝑝
= ∆𝑝 ≥
𝑇
𝐹𝑡𝑡
≈
27933,64𝑘𝑔
6330 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 4,41𝑐𝑚2 
𝐹𝑡 =
𝑉
#𝑝𝑒𝑟𝑛𝑜𝑠 × ∆𝑝
≈
27933,64𝑘𝑔
4 × 1,27𝑐𝑚2
= 5498,75 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑡 ≤ 𝐹𝑡𝑡 
5498,75 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ≤ 6330 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ OK 
𝑉 = √𝐹𝑥2 + 𝐹𝑦2 ≈ √(3570𝑘𝑔2) + (1090𝑘𝑔2) = 3732,69𝑘𝑔 
𝐹𝑡 =
𝑉
#𝑝𝑒𝑟𝑛𝑜𝑠 × ∆𝑝
≈
3732,69𝑘𝑔
6 × 1,27𝑐𝑚2
= 489,85 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑡 ≤ 𝐹𝑣 
489,85 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ≤ 1195
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ OK 
Revisión de corte combinado con tracción. 
𝐹𝑡 = 8230 − 1,9 × 𝐹𝑡 ≈ 8230 − 1,9 × 489,85 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 7299,29
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑡 ≤ 𝐹𝑡𝑡 
7299,29
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ≤ 6330 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ NO 
Una posible solución a este ejercicio es eliminar los 2 pernos de la parte de abajo del 
poste. 
𝐹𝑡 =
𝑉
#𝑝𝑒𝑟𝑛𝑜𝑠 × ∆𝑝
≈
3732,69𝑘𝑔
4 × 1,27𝑐𝑚2
= 734,78 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑡 ≤ 𝐹𝑣 
734,78 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ≤ 6330
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ OK 
𝐹𝑡 = 8230 − 1,9 × 𝐹𝑡 ≈ 8230 − 1,9 × 734,78 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 6833
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑡 ≤ 𝐹𝑡𝑡 
6833
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ ≤ 6330 
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ NO 
 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
3mm ---- Por Norma 
 
𝑙 = 25,4𝑐𝑚 + (2 × 55) = 135,4𝑐𝑚 
𝑇 = 𝐹𝑥 +
𝑀
𝑆
≈ 3570𝑘𝑔 +
13440 𝑘𝑔. 𝑚
0,55𝑚
= 28006,36𝑘𝑔 
𝑉 = √𝐹𝑥2 + 𝐹𝑦2 ≈ √(3570𝑘𝑔2) + (1090𝑘𝑔2) = 3732,69𝑘𝑔 
𝑉 = √𝐹𝑥2 + 𝐹𝑦2 ≈ √(28006,36𝑘𝑔2) + (1090𝑘𝑔2) = 28027,56𝑘𝑔 
Resistencia al corte. 
Utilizando electrodos 𝐸70 → 𝐹𝑢 = 4920
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑣 = 0,30 × 𝐹𝑢 ≈ 0,30 × 4920
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 1476
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑓𝑣 =
𝑉
0,707 × 𝑎 × 𝑙
≤ 𝐹𝑣 ≅ 𝑎 =
𝑉
0,707 × 𝑙 × 𝑓𝑣
≤ 𝐹𝑣 
𝑎 =
𝑉
0,707 × 𝑙 × 𝑓𝑣
=
28027,56𝑘𝑔
0,707 × 135,4𝑐𝑚 × 1476
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 0,20𝑐𝑚 ≈ 2𝑚𝑚 
𝑎 > 𝑡𝑓 
2𝑚𝑚 > 3𝑚𝑚 
 
 
 
 
 
 
DISEÑO DE ESTRUCTURAS DE ACERO 
Ing. Aurimar Pereira 
Usar 4,7 mm 
 
𝑙 = (2 × 𝑏𝑓) + (2 × (𝑏𝑓 − 𝑡𝑤)) + ((2 × 𝑑) − (2 × 𝑡𝑓)) 
𝑙 = (2 × 15𝑐𝑚) + (2 × (15𝑐𝑚 − 0,71𝑐𝑚)) + ((2 × 30𝑐𝑚) − (2 × 1,07𝑐𝑚))
= 114,3𝑐𝑚 
𝑇 = 𝐹𝑥 +
𝑀
𝑆
≈ 3570𝑘𝑔 +
13440 𝑘𝑔. 𝑚
0,30𝑚
= 48370𝑘𝑔 
𝑉 = √𝐹𝑥2 + 𝐹𝑦2 ≈ √(48370𝑘𝑔2) + (1090𝑘𝑔2) = 48382,28𝑘𝑔 
Utilizando electrodos 𝐸60 → 𝐹𝑢 = 4220
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝐹𝑣 = 0,30 × 𝐹𝑢 ≈ 0,30 × 4220
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ = 1266
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄ 
𝑎 =
𝑉
0,707 × 𝑙 × 𝑓𝑣
=
48382,28𝑘𝑔
0,707 × 114,3𝑐𝑚 × 1266
𝑘𝑔
𝑐𝑚2⁄
= 0,47𝑐𝑚 ≈ 4,7𝑚𝑚 
𝑎 > 𝑡𝑓 
4,7𝑚𝑚 > 3𝑚𝑚