Sistemas-de-contraventeo-en-marcos-de-acero

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UNIVERSIDAD NACIONAL AUTÓNOMA 
DE MÉXICO 
 
FACULTAD DE ESTUDIOS SUPERIORES 
A R A G Ó N 
 
 
 
 
SISTEMAS DE CONTRAVENTEO EN 
MARCOS DE ACERO 
 
 
 
 
T E S I S 
PARA OBTENER EL TÍTULO DE 
 
INGENIERO CIVIL 
 
P R E S E N T A N: 
 
EMILIO ARRIAGA RODRÍGUEZ 
HUGO FRANCISCO QUIROGA SÁNCHEZ 
 
ASESOR: 
ING. ARTURO MACIAS FERREIRA 
 
 
 
 
 
 
MÉXICO 2014 
 
 
UNAM – Dirección General de Bibliotecas 
Tesis Digitales 
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respectivo titular de los Derechos de Autor. 
 
 
 
AGRADECIMIENTOS 
 
El presente trabajo de tesis de Ingeniería específicamente sobre la Ingeniería Civil 
pudo ser realizado gracias a la UNIVERSIDAD NACIONAL AUTÓNOMA DE 
MÉXICO a nuestro Campus la FACULTAD DE ESTUDIOS SUPERIORES 
ARAGÓN por darnos la oportunidad de estudiar y formar parte de esta gran familia 
de Universitarios. 
 
A nuestro asesor de tesis, Ing. Arturo Macías Ferreira, por brindarnos la 
orientación y ayuda para la realización de este trabajo, por su apoyo y amistad que 
nos permitió aprender mucho más de lo estudiado al proyecto. 
 
También nos gustaría agradecer a todos aquellos Profesores, que estuvieron 
vinculados con nuestra formación académica, profesional y personal a lo largo de 
toda nuestra carrera. 
 
Gracias también a nuestros compañeros, que nos apoyaron y nos permitieron 
entrar a sus vidas durante este trayecto de convivir dentro y fuera de los salones 
de clase. 
 
Son muchas las personas que formaron parte de nuestra vida académica, 
personal y profesional a las que nos encantaría agradecerles su amistad, 
consejos, apoyo, ánimos y compañía en los momentos más difíciles de este ciclo, 
pero sin importar en donde se encuentren queremos darles las gracias por formar 
parte de nosotros y por todo lo que nos brindaron. 
 
A todos, nuestro mayor reconocimiento y gratitud. 
 
 
 
 
Arriaga Rodríguez Emilio y Quiroga Sánchez Hugo Francisco. 
DEDICATORIA 
 
Este trabajo va dedicado a mis queridos Padres y Hermana que fueron, han sido y 
por siempre serán parte fundamental de este gran logro profesional y personal, ya 
que sin su ayuda, su apoyo y tan innumerables consejos esta importante meta no 
hubiese sido posible, por estar en mis peores momentos y darme las palabras 
precisas, gracias por todo ello. 
 
Emilio Arriaga Rodríguez 
 
Este trabajo de Tesis está enteramente dedicado a mis Padres, que me dieron la 
vida y han estado conmigo en los buenos y sobre todo en los malos momentos. 
Gracias Mamá y Papá por darme la grandiosa oportunidad de estudiar una carrera 
para mi futuro y sobre todo por creer en mí, es obvio que sin su apoyo, consejos, 
comprensión y sobre todo amor nunca hubiera sido posible cumplir este sueño. 
 
A mi Hermana, por estar ahí siempre conmigo acompañándome en todo momento 
de forma inigualable, por ayudarme y apoyarme. Gracias por tú tiempo, tus 
consejos, tu incondicional apoyo y sobre todo tú cariño. 
 
A toda mi familia, no tengo palabras para agradecerles todo su apoyo y consejos, 
sencillamente son parte fundamental de lo que hoy en día soy como persona. 
A todos y a cada uno de ustedes. Muchas Gracias… 
 
Hugo Francisco Quiroga Sánchez. 
INTRODUCCION 
Este trabajo de investigación acerca de “Sistemas de Contraventeo en 
Marcos de Acero” se desglosa en cinco capítulos, en donde en cada uno de ellos 
se trata de abarcar de la manera más compleja cada uno de los temas y subtemas 
de mayor interés dentro del tema principal. 
 
 
OBJETIVO. 
 
Explicar y dar a conocer la funcionalidad de los Sistemas de Contraventeo 
específicamente en Marcos de Acero con el fin de que el interesado en este tema, 
tenga y tome en cuenta la amplia variedad de estructuras que pueden ser 
utilizadas dentro del Diseño Estructural. 
 
 
ALCANCE. 
 
En este trabajo de investigación se pretende identificar y sobre todo 
describir ampliamente la manera de trabajar de los Sistemas Estructurales antes 
mencionados, bajo diferentes condiciones y factores que afectan directa o 
indirectamente a la estructura. 
 
 
UTILIDAD. 
 
Los interesados en este tema podrán encontrar en esta investigación los 
conceptos básicos más importantes, además de los problemas con mayor 
frecuencia que se presentan al utilizar estos Sistemas Estructurales. 
 
 
 
 
 
En el Capítulo I, se realiza una amplia explicación de los factores más 
importantes que intervienen al considerar realizar un Diseño Estructural, tal como 
son: Tipos de Estructuras, Conexiones Estructurales, Tipos de Cargas, Factores 
de Riesgo y Carga, Efectos Dinámicos y Estáticos, Efectos del Viento y Sismo, 
etc. 
 
 
 
En el Capítulo II, se hace mención a las Fuerzas Laterales que actúan 
sobre la estructura, así como los Efectos Dinámicos y Estáticos, la Fuerza del 
Viento y la Fuerza Sísmica que afectan directamente a la estructura. 
 
 
 
En el Capítulo III, se trata con detalle en qué consisten los Sistemas de 
Contraventeo, los métodos, así como las consideraciones de diseño estructural. 
 
 
 
En el Capítulo IV, se procede a realizar un amplio análisis de los Sistemas 
de Contraventeo, con ejemplos de estructuras reales. 
 
 
 
Finalmente en el Capítulo V, se establecen las conclusiones de lo planteado 
en los anteriores Capítulos, así como algunas recomendaciones, comentarios y 
puntos importantes a seguir; que se podrían considerar para darle continuidad o 
ampliar este pequeño trabajo de investigación. 
 
 
INDICE 
 
I GENERALIDADES 1 
I.1 OBERTURA 1 
I.2 ESTRUCTURAS EN INGENIERIA 2 
I.3 CLASIFICACIÓN DE LAS ESTRUCTURAS 2 
I.4 MIEMBROS ESTRUCTURALES Y CONEXIONES 4 
I.5 PROCEDIMIENTOS DE DISEÑO 7 
I.6 CARGAS 12 
I.6.1 CARGAS VIVAS EN PISOS DE EDIFICIOS 14 
I.6.2 IMPACTO 19 
I.6.3 CARGAS DE NIEVE 20 
I.6.4 CARGAS DE VIENTO 22 
I.6.5 CARGAS DE SISMO 30 
I.7 ESPECIFICACIONES ESTÁNDAR 34 
I.8 FABRICACIÓN 37 
I.9 MONTAJE 39 
I.10 SEGURIDAD DE LAS ESTRUCTURAS 42 
I.11 CONSIDERACIONES PROBABILISTICAS DE LA SEGURIDAD 45 
I.12 FACTOR DE SEGURIDAD Y FACTOR DE CARGA 47 
I.13 PROTECCIÓN CONTRA EL FUEGO 48 
I.14 DISEÑO ECONÓMICO 48 
II ESTUDIO DE LAS FUERZAS LATERALES 50 
II.1 ESTUDIO DE LAS FUERZAS LATERALES 50 
II.2 EFECTOS DINÁMICOS EN LAS ESTRUCTURAS DE ACERO 52 
II.2.1 EFECTOS ESTÁTICOS FRENTE A EFECTOS DINÁMICOS 52 
II.2.2 CONCEPTOS BÁSICOS DE LAS FUERZAS DINÁMICAS 54 
II.3 RESISTENCIA A LAS CARGAS LATERALES DE EDIFICIOS 56 
II.3.1 APLICACIÓN DE LAS FUERZAS LATERALES 56 
II.4 EFECTOS DEL VIENTO EN EDIFICIOS 61 
II.4.1 CONDICIONES DE VIENTO 61 
II.4.2 EFECTOS GENERALES DEL VIENTO 63 
II.4.3 EFECTOS CRÍTICOS DEL VIENTO EN LOS EDIFICIOS 66 
II.4.4 REQUERIMIENTOS DEL CÓDIGO DE LA CONSTRUCCIÓN PARA 
EL VIENTO 69 
II.4.5 CONSIDERACIONES GENERALES DEL DISEÑO POR VIENTO 73 
II.5 PRINCIPALES PARÁMETROS DE LOS TERREMOTOS 75 
II.5.1 INTRODUCCIÓN 75 
II.5.2 MAGNITUD 76 
II.5.3 INTENSIDAD 76 
II.5.4 DURACIÓN EFECTIVA DE UN SISMO 78 
II.5.5 SISMICIDAD 79 
II.6 POTENCIAL DESTRUCTIVO DE LOS TERREMOTOS 81 
II.7 PELIGROSIDAD SÍSMICA 83 
II.7.1 CONCEPTO DE PELIGROSIDAD SÍSMICA 83 
II.7.2 CARACTERIZACIÓN DE ZONAS FUENTE 84 
II.7.3 MECANISMO DE PROPAGACION DE LA ENERGIA SISMICA 86 
II.7.4 EVALUACIÓN DE LA PELIGROSIDAD SÍSMICA A ESCALA 
REGIONAL 88 
II.7.5 EVALUACIÓN DE LA PELIGROSIDAD SÍSMICA A ESCALA LOCAL 90 
III SISTEMAS DE CONTRAVENTEO 94 
III.1 INTRODUCCIÓN A EDIFICIOS DE PISOS MULTIPLES 94 
II.2 CONTRAVENTEO 94III.3 MÉTODO DEL PORTAL 98 
III.4 MÉTODO DEL CANTILÉVER 100 
III.5 LIMITACIONES DE LOS MÉTODOS DEL PORTAL Y DEL 
CANTILÉVER 102 
III.6 TIPOS DE SISTEMAS LATERALMENTE RESISTENTES 103 
III.7 MARCOS CONTRAVENTEADOS Y MARCOS SOPORTADOS 107 
III.8 CONSIDERACIONES DE DISEÑO 109 
III.9 DISEÑO DE MARCOS SOPORTADOS 111 
III.10 DISEÑO DE LAS VIGAS 112 
III.11 DISEÑO DE LAS COLUMNAS 115 
III.11.1 COLUMNAS EN CURVATURA DOBLE 125 
III.11.2 COLUMNAS EN CURVATURA SIMPLE 125 
III.12 PANDEO LATERAL POR FLEXOTORSION 128 
III.13 DISEÑO DE MARCOS CONTRAVENTEADOS 132 
III-13.1 DISEÑO DEL CONTRAVENTEO 134 
IV ANÁLISIS DE LOS SISTEMAS DE CONTRAVENTEO 140 
IV.1 EJEMPLO: EDIFICIO DE LA SOUTH CENTRAL BELL TELEPHONE 
COMPANY 140 
IV.1.1 ANÁLISIS DEL CONTRAVENTEO DEL EDIFICIO BELL 149 
IV.2 EJEMPLO: EDIFICIO SUPUESTO 156 
IV.2.1 MARCOS SOPORTADOS 157 
IV.2.1.1 DISEÑO DE LAS VIGAS 158 
IV.2.1.2 DISEÑO DE COLUMNAS 159 
IV.2.2 REVISIÓN DE LAS VIGAS Y COLUMNAS DE LA CRUJÍA 
CONTRAVENTEADA. 166 
IV.2.2.1 VIGAS 166 
IV.2.2.2 COLUMNAS 168 
IV.2.3 DISEÑO DE LAS DIAGONALES DE CONTRAVENTEO 170 
IV.2.4 CÁLCULO DE DESPLAZAMIENTOS BAJO CARGAS DE 
TRABAJO (𝝀𝝀 = 𝟏𝟏.𝟎𝟎) 173 
IV.2.5 CONTRIBUCION DE LOS MARCOS A LA RESISTENCIA 
LATERAL DEL EDIFICIO 176 
IV.3 DISEÑO DE UN EDIFICIO PARA LA EQUITABLE LIFE 
ASSURANCE SOCIETY 179 
V CONCLUSIONES 190 
BIBLIOGRAFÍA 192 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
CAPITULO I 
GENERALIDADES 
 
I.1 OBERTURA 
 
El propósito fundamental del diseñador de estructuras es lograr una 
estructura económica y segura, que cumpla con ciertos requisitos funcionales y 
estéticos. Para alcanzar esta meta, el diseñador debe tener un conocimiento 
completo de las propiedades de los materiales, del comportamiento estructural, de 
la mecánica y análisis estructural, y de la relación entre la distribución y función de 
una estructura; debe tener, también, una apreciación clara de los valores 
estéticos, con objeto de trabajar en colaboración con los arquitectos y contribuir 
así al desarrollo de las cualidades funcionales y ambientales deseadas en una 
estructura. 
En gran parte, el diseño estructural es un arte basado en la habilidad 
creativa, imaginación y experiencia del diseñador. Siempre que el diseño 
estructural tenga estas cualidades, será un arte. Sin embargo, no debe 
permanecer como un arte puro, ya que el usuario debe recibir los mayores 
beneficios dentro de sus posibilidades económicas. Esto requiere el desarrollo de 
nuevos tipos de estructuras y nuevas técnicas de construcción, las que a menudo 
necesitan soluciones más científicas y rigurosas; así pues, la mecánica de 
ingeniería y el análisis económico deben intervenir en el arte de crear mejores 
edificios, puentes, máquinas y equipos. En el sentido amplio de la palabra el 
término “diseño” incluye tanto arte creativo como análisis científico. 
La construcción de los monumentos egipcios, los templos griegos y los 
puentes romanos era un arte basado principalmente en reglas empíricas, intuición 
y experiencia. El enfoque racional del diseño estructural, cuyo desarrollo tuvo 
comienzo en el siglo diecisiete, representa un acuerdo entre el arte y la ciencia, 
entre la experiencia y la teoría. 
La teoría de las estructuras y la evidencia experimental son herramientas tan 
valiosas para el diseño estructural, mas no son suficientes para establecer un 
procedimiento de diseño completamente científico ya que en primer término, para 
hacer posible un análisis teórico, es necesario idealizar considerablemente el 
comportamiento estructural por medio de suposiciones ingenieriles bien 
fundamentadas, de modo que las fuerzas internas y los desplazamientos 
calculados representen solamente aproximaciones de los que realmente se 
presentan en las estructuras. Asimismo, la resistencia de las estructuras reales a 
las cargas y a las deformaciones pueden determinarse sólo aproximadamente. 
Además, las estructuras están sujetas frecuentemente a fuerzas y condiciones de 
servicio que no pueden ser previstas con precisión. De esta manera, la 
experiencia y el buen juicio siempre juegan un papel importante en la práctica del 
diseño estructural, aunque generalmente no son suficientes por sí solos, sino que 
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 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
deben ser guiados por el análisis científico, basado en la compresión completa de 
la teoría de las estructuras y de la mecánica estructural. 
 
I.2 ESTRUCTURAS EN INGENIERIA 
 
Las estructuras en la ingeniería son tan variadas que desafían cualquier 
intento de enumerarlas, excepto en una forma muy general. Los innumerables 
problemas que se presentan en su diseño han provocado que los ingenieros se 
especialicen en el diseño de estructuras particulares o grupos de estructuras 
similares, haciendo, por lo tanto, aconsejable que el estudio de ese diseño se 
haga relacionado de alguna manera con las áreas acostumbradas de 
especialización. Aunque el diseño completo de muchas estructuras es el resultado 
del esfuerzo coordinado de varias ramas de la ingeniería, algunas veces nos 
referimos al diseño de una estructura teniendo en mente sólo aquella parte del 
diseño que cae dentro del dominio de una de dichas ramas. 
Entre las estructuras que son diseñadas por los ingenieros civiles se cuentan 
los puentes, edificios, torres de transmisión, tanques de almacenamiento, presas, 
muros de retención, muelles, diques, pavimentos para carreteras y pistas de 
aterrizaje. Aun este grupo de estructuras antes mencionado es demasiado grande 
para intentar su estudio como una unidad; en este libro nos limitaremos al estudio 
de miembros estructurales metálicos y de los métodos comúnmente usados para 
su conexión, así como de sus aplicaciones en el diseño de puentes y edificios. 
 
I.3 CLASIFICACIÓN DE LAS ESTRUCTURAS 
 
Las estructuras pueden dividirse en dos grupos principales (a) estructuras de 
cascarón, hechas principalmente de placas o láminas, tales como tanques de 
almacenamiento, silos, cascos de buques, carros de ferrocarril, aeroplanos y 
cubiertas de cascarón para edificios grandes, y (b) estructuras reticulares, las 
cuales se caracterizan por estar constituidas de conjuntos de miembros alargados, 
tales como armaduras, marcos rígidos, trabes, tetraedros o estructuras reticuladas 
tridimensionales. 
La lámina o placa utilizada en las estructuras de cascarón desempeña 
simultáneamente el doble papel de cubierta funcional y de elemento principal de 
carga; para ello se rigidiza mediante bastidores que pueden o no soportar las 
cargas principales. En cambio, los miembros principales de las estructuras 
reticulares no son generalmente funcionales y usan únicamente para la 
transmisión de las cargas; esto obliga a colocar elementos adicionales, tales como 
muros, pisos, techos y pavimentos, que satisfagan los requisitos funcionales. Por 
tanto, puede parecer que las estructuras de cascarón son más eficientes que las 
reticuladas, ya que la cubierta o “cáscara” es usada con un doble propósito; 
funcional y estructural. Hasta la fecha, los cascarones no han sido utilizados 
ampliamente en estructuras metálicas, especialmente en los Estados Unidos, lo 
cual es atribuible a varios factores: (a) la economía que puede obtenerse con este 
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 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
tipo de diseño estriba principalmente en el peso de la estructura y son efectivas 
únicamente para ciertos claros y distribuciones; (b) los ahorros en peso pueden ir 
acompañados de correspondientes aumentos en los costos de construcción, y (c) 
para poder reducir los costos de construcción de estas estructuras, se requiere 
una reorganización y una renovación del equipo, tanto en los talleres como en las 
cuadrillas de construcción. Estos factores se están resolviendo en la actualidad, 
con lo cual se obtiene una gran variedad de sistemas estructurales metálicos. 
 
 
Fig. I-1 Puente Verrazano-Narrows, Nueva York, E.U.A. 
 
Las Fig. 1-1 a 1-3 ilustran algunas estructuras metálicas típicas. El famosopuente Verrazano- Narrows (Fig. 1-1) utiliza la alta resistencia a la tensión de los 
alambres de acero en sus cables y soportes; cada una de las torres de acero, de 
210.30 m. de altura, soporta una carga vertical de 95,255 toneladas, al mismo 
tiempo que resiste cargas horizontales. Las armaduras colocadas a lo largo de la 
calzada rigidizan el puente contra el tráfico móvil y contra las fuerzas dinámicas de 
viento y sismo. 
3 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
La construcción moderna emplea equipo pesado de montaje, que permite el 
manejo de piezas prefabricadas de un gran tamaño, como las que se muestran en 
la Fig. 1-2. En ésta vemos trabes armadas formadas por placas que cubren un 
voladizo de 44.20 m. y soportan el techo para un hangar de aviones a reacción. 
Cada voladizo, que pesa 113.40 toneladas, fue fabricado en tres secciones y 
armado en el campo. 
En la Fig. I-3 se muestran dos edificios de varios pisos, con estructura 
reticulada de acero. Nótese el efecto arquitectónico de las columnas que 
transmiten las fuerzas a la cimentación. 
 
 
 
Fig. I-2 Hangar para jets de la United Air Lines, San Francisco, California. 
Cada trabe es de 111.30 m. de longitud, con un voladizo de 44.20 m. Arquitectos: 
Skidmore, Owings y Merrill. 
 
I.4 MIEMBROS ESTRUCTURALES Y CONEXIONES 
 
Una estructura reticular convencional está compuesta de miembros unidos 
entre sí por medio de conexiones. Un miembro puede ser un perfil laminado 
estándar o bien formado por varios perfiles unidos por soldadura, remaches o 
tornillos (Fig. I-4). Los miembros pueden transmitir cuatro tipos fundamentales de 
carga y se les clasifica de acuerdo con ellas, (Fig. I-5): (a) tensores, los cuales 
transmiten cargas de tensión, (b) columnas, que transmiten cargas de compresión, 
(c) trabes o vigas, que transmiten cargas transversales, y (d) ejes o flechas, que 
transmiten cargas de torsión. 
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 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
 
 
Fig. I-3 Edificios departamentales con estructura de acero, Chicago, E.U.A. 
 
En la práctica, es raro que un miembro transmita cargas de un solo tipo; aun 
en el caso de un miembro horizontal o diagonal sometido a tensión y conectado 
por medio de pasadores, éste se ve sujeto a una pequeña flexión, debida a su 
propio peso. Por consiguiente, la mayoría de los miembros transmiten una 
combinación de flexión, torsión, y tensión o compresión axial. En puentes y 
edificios es muy raro que se diseñe un miembro principalmente por torsión, pero 
con bastante frecuencia los miembros diseñados para otros tipos de carga están 
también sujetos a torsión. 
Frecuentemente, cuando los miembros están sometidos a la acción de 
cargas combinadas, una de ellas es más importante y gobierna el diseño; por 
tanto, los elementos estructurales pueden clasificarse y estudiarse, de acuerdo 
con sus cargas predominantes. 
Existen cuatro tipos principales de conexiones: remachadas, atornilladas, con 
pasadores y soldadas (con soldaduras de arco o de resistencia). Aunque las 
conexiones remachadas se han empleado con mucha frecuencia, los adelantos 
modernos de soldaduras y tornillos han dado lugar a que jueguen un papel cada 
vez más importante en las conexiones de miembros de acero. La Fig. I-6 muestra 
los tipos comunes estructurales. Además de los cuatro tipos principales, se usan 
otros en aplicaciones especiales, tales como pernos, horquillas de ojo, 
templadores y remaches-tornillos. En los catálogos de los fabricantes de estos 
elementos se encuentra generalmente toda la información necesaria para su uso. 
 
5 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
 
Fig. I-4 Secciones típicas de acero: (a) perfiles laminados, (b) miembros 
armados 
 
La elección de los miembros y conexiones que deben emplearse en 
estructuras convencionales es una operación de rutina para el diseñador de 
estructuras de acero; por esta razón, es de principal importancia lograr una 
perfecta comprensión de las funciones de estos elementos. El estudio del diseño 
de estructuras completas resulta provechoso únicamente cuando se ha entendido 
bien el dimensionamiento de los miembros aislados y de sus conexiones. 
La estructuración general y el diseño de las estructuras completas es mucho 
más difícil que la selección y diseño de sus componentes, por lo que son 
necesarios varios años de experiencia para llegar a dominar estos problemas. 
 
 
6 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
 
 
 
 
Fig. I-5 Tipos de miembros: (a) tirante, (b) columna, (c) viga, (d) eje de 
torsión. 
 
 
 
Fig. I-6 Conexiones estructurales típicas: (a) remachada, (b) atornillada, (c) 
soldada, (d) con pasadores. 
 
I.5 PROCEDIMIENTOS DE DISEÑO 
 
El problemas primario y frecuentemente el más difícil del diseño de 
estructuras, es el poder desarrollar un anteproyecto que permita a las mismas 
satisfacer en forma efectiva los propósitos para las que son construidas. Por 
ejemplo, si la estructura es un edificio, el ingeniero debe crear algo que se adapte 
al lugar de la construcción, tenga una distribución adecuada de los espacios para 
7 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
dormitorios, corredores, escaleras, elevadores, etc.; sea estéticamente aceptable y 
pueda construirse a un precio que el cliente esté dispuesto a pagar. Esta fase del 
diseño llamada algunas veces planeación funcional, requiere de un proyectista 
altamente calificado con inventiva y habilidad. 
Aunque el arreglo estructural no es en manera alguna independiente de la 
planeación funcional, para los propósitos de esta discusión conviene considerar su 
desarrollo como el segundo paso capital en el procedimiento de diseño. La 
extensión con la cual se debe desarrollar este arreglo en la etapa de planeación 
funcional depende de la estructura. Por ejemplo, la localización de las columnas 
de un edificio ha de considerarse desde la planeación funcional, debiendo dejarse 
suficiente espacio entre el nivel de techo y nivel de piso terminado de cada uno de 
los pisos para alojar la construcción requerida. La planeación funcional y el arreglo 
estructural de un puente para carretera no están tan relacionados entre sí. La 
pendiente de la carretera y el alineamiento de un puente están influidos 
principalmente por requisitos de libramiento de la zona por cruzar y la necesidad 
de proporcionar accesos adecuados para el tráfico de entrada y salida, mientras 
que el ancho del mismo depende del número de carriles requeridos para 
acomodar el tráfico esperado. Muchos tipos de estructuras para puentes se 
pueden adaptar para una planeación funcional dada. 
Por lo común es necesario hacer estimados de costo iniciales para diversos 
arreglos estructurales preliminares que algunas veces se pueden hacer mientras 
el arreglo funcional se está desarrollando y en otra se puede hacer más tarde. La 
selección de los materiales estructurales puede basarse en la responsabilidad de 
ciertos materiales y de la correspondiente mano de obra especializada, sus costos 
relativos y escala de salarios correspondientes; así como de la conveniencia de 
usar los materiales en la estructura. La obtención exitosa de un arreglo estructural 
eficiente depende de lo familiarizado que estén los ingenieros con los múltiples 
tipos de soluciones estructurales que se han aplicado en el pasado. Por otro lado, 
al ingeniero proyectista que depende demasiado en las soluciones tradicionales se 
le pueden escapar soluciones nuevas y mejores. 
La tercera etapa del diseño la constituye el análisis estructural. Aunque las 
especificaciones de diseño y los reglamentos de construcción prescriben 
generalmente la naturaleza y magnitud de las cargas a que estará sujeta la 
estructura, a veces es necesario que el ingeniero tome tal decisión. Una vez 
definidas las cargas, se requiere hacer un análisis estructural para determinar las 
fuerzas internas que se generan en los diversos miembros de la estructura. 
Aunque éste es un proceso meramenterutinario, se necesitan hacer varias 
suposiciones simplificadoras antes de poder aplicar los principios de mecánica. 
En la cuarta etapa del diseño el ingeniero debe realizar el proporcionamiento 
de los miembros de sistema estructural, los cuales se han de escoger de manera 
que sean capaces de resistir, con un factor apropiado de seguridad, las fuerzas 
que se han obtenido del análisis estructural; para ello es indispensable estar 
familiarizado con los métodos y procesos de fabricación (así como sus 
limitaciones) así como con las diversas técnicas de construcción. 
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 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
Las cuatro etapas del diseño estructural discutidas líneas antes son rara vez 
independientes y en muchos casos deben desarrollarse más o menos 
simultáneamente. Además, todas ellas presuponen un grado variable de 
importancia relativa entre sí. Por ejemplo, en el proyecto de una casa habitación el 
arquitecto muy rara vez necesita de un análisis y diseño estructural; en cambio, en 
el caso de un puente colgante, tanto el análisis como el diseño estructural son tan 
importantes como la planeación funcional. 
El procedimiento que se sigue en el diseño estructural consiste en seis pasos 
principales: (a) selección del tipo y distribución de la estructura, (b) determinación 
de las cargas que actúan sobre ella, (c) determinación de los momentos y fuerzas 
internas en los componentes estructurales, (d) selección del material y 
dimensionamiento de los miembros y conexiones para lograr seguridad y 
economía, revisión del comportamiento de la estructura en servicio y (f) revisión 
final. 
 
Selección del tipo de estructura. El tipo de estructura se selecciona con 
bases funcionales, económicas, estéticas y de servicio. En algunos casos, el tipo 
de estructura que se adopta depende de otras consideraciones, tales como los 
deseos del cliente, las preferencias del diseñador o algún precedente ya 
establecido; frecuentemente es necesario investigar varias estructuraciones 
diferentes y la selección final se hace después de que se ha avanzado bastante en 
varios diseños comparativos. 
Al seleccionar un tipo de estructura surgen las siguientes preguntas: ¿Cuál 
es la naturaleza, magnitud, distribución y frecuencia de las fuerzas que transmitirá 
la estructura? ¿Cuál es el efecto sobre el comportamiento de la estructura de las 
variaciones de temperatura o de los hundimientos de la cimentación? Una vez 
seleccionada una estructura, ¿Qué se puede hacer si el análisis descubre que 
algunos elementos están sobreesforzados? ¿Cuál es la mejor manera de remediar 
lo anterior: cambiar las dimensiones de los miembros o su distribución, o modificar 
completamente la estructura? ¿Cuál el mejor método para construir un tipo dado 
de estructura, y qué efecto puede tener dicho método en la estructura 
seleccionada y en su diseño? Al contestar estas preguntas, el ingeniero de 
estructuras debe estar consciente de su papel creativo como diseñador, el cual 
frecuentemente comparte con sus colaboradores en el trabajo, o sea el arquitecto, 
el fabricante y el contratista. 
 
Determinación de las cargas de servicio. Una vez escogido el tipo general 
de la estructura, o cuando menos al haberse definido varias alternativas, es 
posible hacer un croquis a pequeña escala de la estructuración. La distribución de 
los miembros se rige naturalmente, por las magnitudes de las cargas que actúan 
sobre ellos, cargas que no son conocidas todavía; de aquí que la experiencia 
juegue un papel importante en esta etapa y permita que el diseñador no necesite 
considerar demasiadas variantes. Partiendo de la estructuración general, puede 
hacerse ya una estimación de las cargas aplicadas, que son de varios tipos: 
9 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
cargas móviles, en puentes de ferrocarril o carretera; cargas de piso en edificios, 
incluyendo gente, mobiliario, maquinaria, equipo y materiales almacenados; 
cargas de cubiertas de techo, pisos, muros y divisiones; cargas vivas de viento, 
nieve, sismo, y cargas producidas por explosiones. Las cargas pueden ser 
estáticas o dinámicas, temporales o permanentes, ocasionales o repetitivas. A 
ellas debe agregarse el peso propio de la estructura, el cual se desconoce en esta 
etapa del diseño, pero que puede ser estimado con bastante aproximación para 
estructuras convencionales, por medio de tablas y fórmulas que se han 
establecido con este propósito, las cuales pueden encontrarse en publicaciones 
técnicas y manuales de estructuras. 
Las cargas dinámicas, tales como sismos, vibraciones inducidas 
mecánicamente, impacto, cargas producidas por explosiones, y ráfagas de viento, 
son difíciles de definir. El procedimiento convencional ha sido reemplazar las 
cargas no estáticas por cargas estáticas “equivalentes”. Se definen entonces las 
combinaciones de las cargas que actúan simultáneamente, a las que se les da el 
nombre de “condiciones de carga” y se utilizan éstas para el cálculo de los 
esfuerzos en los miembros. En muchos casos, la respuesta de las estructuras a 
las cargas dinámicas debe investigarse sobre la base del comportamiento 
dinámico de los materiales y los sistemas estructurales. 
 
Momentos y fuerzas internas. Los momentos y fuerzas en los miembros de 
las estructuras estáticamente determinadas y sujetas a cargas estáticas se 
calculan simplemente haciendo uso de las condiciones de equilibrio. En 
estructuras estáticamente indeterminadas es necesario hacer algunas 
estimaciones de las dimensiones de los miembros para poder determinar los 
esfuerzos; en ocasiones se requieren únicamente la rigidez relativa de los 
miembros, con objeto de proseguir con el análisis, y éstas puedan aproximarse 
más fácilmente que las dimensiones absolutas. 
Para poder realizar un análisis preliminar de un marco estáticamente 
indeterminado, frecuentemente se estiman por experiencia las localizaciones de 
los puntos de inflexión, y se efectúa el análisis preliminar sobre esta base. En 
armaduras estáticamente indeterminadas, puede suponerse cómo se distribuyen 
las cargas entre los miembros y determinar así de una manera preliminar las 
dimensiones de los mismos, antes de llevar a cabo un análisis más exacto. 
 
Dimensionamientos de miembros y conexiones. Una vez conocidas las 
fuerzas internas en los miembros y el material que se va a emplear, puede 
seleccionarse el tamaño de cada miembro, teniendo en cuenta el siguiente criterio: 
(a) rigidez y resistencia adecuadas, (b) facilidad de conexión y (c) economía. 
Al escoger la forma y las dimensiones generales de un miembro, el 
diseñador debe considerar su conexión con los miembros adyacentes; las 
conexiones deben distribuirse de tal manera que se reduzca al mínimo cualquier 
excentricidad que pudiera introducir efectos secundarios de flexión o torsión. 
Además, la rigidez de las conexiones debe corresponder a la condición supuesta 
10 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
en el análisis; por ejemplo, si la viga se supuso empotrada en los extremos, deben 
suministrarse conexiones y elementos de soporte rígidos. 
Los costos de material y mano de obra determinan la economía del miembro, 
de manera que deben tomarse en cuenta las facilidades de fabricación, manejo, 
conexión y mantenimiento. La sección más ligera no siempre es la más 
económica, ya que puede requerir conexiones o procedimientos de fabricación 
especiales que aumentan el costo total de la estructura; un diseño económico 
requiere especial cuidado en la distribución de agujeros y en el manejo de las 
piezas. Algunas veces se restringe la elección del diseñador, por la disponibilidad 
de perfiles, instalaciones de fabricación o mano de obra calificada; por ejemplo, en 
algunas localidades se usan tornillos de alta resistencia para montaje en campo, 
por no disponerse fácilmente de cuadrillas capacitadas de remachadores o 
soldadores. 
Frecuentemente, las dimensiones de cada uno de los miembros pueden 
determinarseindependientemente del resto, aunque a veces este procedimiento 
no es teóricamente correcto, como en el caso de algunos miembros que se usan 
para restringir el pandeo de otros. Un ejemplo típico de esta condición lo 
constituye el análisis de un marco rígido ligero; teóricamente, las trabes restringen 
el pandeo de las columnas, y la efectividad de esta restricción está en función de 
la rigidez relativa de ambos miembros y del tipo de carga que actúa sobre el 
marco. Sin embargo, frecuentemente se hace caso omiso de este refinamiento y 
los diseñadores utilizan valores promedio para considerar la restricción, los cuales 
se seleccionan de manera tal que se obtengan resultados del lado de la seguridad. 
 
Funcionamiento bajo condiciones de servicio. Después de que se ha 
determinado el tamaño de un miembro, a partir de las cargas conocidas debe 
revisarse para comprobar si satisface los requisitos de servicio tales como 
deformaciones máximas admisibles, distorsiones excesivas, vibración, fatiga, 
corrosión, esfuerzos por temperatura, esfuerzos debidos a asentamientos de los 
apoyos y cualquier otra condición que pueda afectar al funcionamiento de la 
estructura. 
 
Revisión final. Una vez conocidas las propiedades de las secciones es 
necesario verificar si los pesos reales obtenidos en el diseño. Para estructuras de 
claros pequeños, el peso propio de las mismas representa una porción reducida 
de la carga total, de manera que aunque la estimación original sea incorrecta, aun 
por un margen apreciable, el cambio en la carga total es insignificante y resulta 
innecesario recalcular y rediseñar. Sin embargo, para claros grandes, el peso 
propio de la estructura representa una parte importante de la carga total, y un error 
pequeño cometido en la estimación del peso puede tener una influencia apreciable 
en las cargas totales. 
En estructuras estáticamente indeterminadas, es necesario verificar también 
si la rigidez relativa de las secciones escogidas corresponden a los valores 
supuestos; si las diferencias son pequeñas, no es necesario repetir el análisis. La 
11 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
experiencia ayuda a determinar las magnitudes de variación que se pueden 
ignorar, pero no pueden darse reglas generales para esto; cuando la diferencia es 
pequeña, aunque no despreciable, es posible modificar el diseño sin repetir todos 
los cálculos. Después de verificar las cargas, fuerzas internas y momentos, deben 
revisarse nuevamente los miembros en cuanto se refiere a esfuerzos, 
deformaciones límite y otros requisitos de servicio tales como los posibles efectos 
de asentamiento de los apoyos, vibraciones, fatiga, variaciones de temperatura, 
corrosión y resistencia al fuego. 
De estas consideraciones se concluye que el diseño de cualquier estructura 
de importancia es esencialmente un procedimiento de aproximaciones sucesivas; 
en estructuras estáticamente determinadas este procedimiento consta de dos 
etapas: determinación de las cargas de la estructura y dimensionamiento de los 
miembros. En las estructuras estáticamente indeterminadas existe una etapa 
adicional, consiste en la suposición y determinación de las rigideces de todos los 
componentes de la estructura. 
 
I.6 CARGAS 
 
Al peso propio de una estructura se le llama carga muerta y se puede 
determinar con un alto grado de precisión, aunque no sea sino hasta que la 
estructura ha sido diseñada. Por esta razón es necesario estimar la carga muerta 
de una estructura antes de su análisis, a fin de que se tome en cuenta la 
proporción de las cargas internas que corresponde al peso propio: Los 
proyectistas con experiencia pueden con bastante frecuencia estimar el peso de la 
estructura o sus partes con una precisión adecuada. Una vez determinado el peso 
real, deberá compararse con el peso estimado y en caso de una diferencia 
significativa hacer las correcciones necesarias. Los proyectistas del fallido primer 
puente Quebec sobre el río San Lorenzo en Canadá, despreciaron este punto. 
Después de haberse presentado el colapso del puente durante su montaje, 
produciendo la muerte de más de 100 trabajadores, la investigación realizada llegó 
a la conclusión de que las cargas muertas eran del orden de 20 a 30% mayores 
que las consideradas en el diseño. Aunque esta discrepancia no fue la causa de la 
falla, habría representado una desventaja en el funcionamiento del puente en caso 
de que se hubiera terminado como se proyectó inicialmente. 
Todas las cargas diferentes de la carga muerta se llaman cargas vivas. La 
carga viva puede ser estable o inestable, fija, movible o móvil; puede ser aplicada 
lentamente o en forma repentina y puede variar de modo considerable en 
magnitud. La historia de algunas cargas vivas, destacando la del peso de los 
transportes de cargas más pesados, ha sido de un aumento más o menos 
constante en magnitud. Las cargas vivas que por lo general deben considerarse 
son: 
 
1. El peso de las personas, muebles, maquinaria y artículos en un edificio. 
2. El peso del tráfico en un puente. 
12 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
3. El peso de la nieve. 
4. Las fuerzas dinámicas resultantes de las cargas móviles. 
5. Las fuerzas dinámicas inducidas por el viento y los sismos. 
6. La presión de los líquidos en los tanques o recipientes de almacenamiento. 
7. Las fuerzas resultantes de los cambios de temperatura cuando la expansión 
o contracción son impedidos. 
8. La presión del empuje de tierras, como en los muros de retención o zapatas 
de columnas. 
 
El efecto primario de las cargas gravitacionales en las estructuras se calcula 
a partir de su peso, es decir, se les considera como cargas estáticas. Sin 
embargo, las cargas vivas en movimiento pueden producir fuerzas que son 
considerablemente mayores que las que resultarían si las mismas cargas se 
aplicaran sin movimiento; éstas son las cargas dinámicas mencionadas antes en 
la categoría 4. La fuerza dinámica provocada por el movimiento recibe el nombre 
de impacto si el efecto es equivalente a una carga gravitatoria adicional y a una 
fuerza lateral o longitudinal (dependiendo de su dirección en relación con la 
trayectoria del vehículo en movimiento) cuando el resultado es equivalente a 
cargas en el plano horizontal. La fuerza lateral puede resultar de un movimiento en 
una trayectoria curva (fuerza centrífuga) o del cabeceo lateral de un tren en una 
vía recta. Las fuerzas longitudinales son provocadas por la aceleración o 
desaceleración de los vehículos en movimiento. 
La determinación de las cargas para las cuales una cierta estructura o clase 
de estructuras deba proporcionarse, es uno de los problemas más difíciles del 
diseño, para cuya solución deben contestarse varias preguntas: ¿Qué cargas 
deberá soportar la estructura durante su vida útil? ¿En qué combinaciones se 
presentarán dichas cargas? ¿Hasta qué grado deberá permitirse que el diseño 
esté regido por una carga o combinación de cargas posibles, pero altamente 
improbable? La probabilidad de que una carga viva específica se vea excedida 
durante la vida de una estructura, por lo común depende del periodo de exposición 
(vida útil) de la estructura y de la magnitud de la carga considerada en el diseño. 
Por ejemplo, si el techo de un edificio se calcula para una carga de nieve de 
146 kg/m2, la probabilidad de que esta carga se vea excedida alguna vez durante 
su vida del edificio es mayor si este último dura 50 años que si sólo dura 10 años. 
Lo anterior es debido a que la caída de nieve es variable año con año, y una cierta 
nevada máxima considerada puede esperarse que ocurra en una determinada 
localidad únicamente una vez en un cierto número de años. A este periodo se le 
conoce como periodo medio de retorno o intervalo medio de recurrencia. Tales 
periodos de retorno pueden determinarse mediante análisis estadístico de los 
registros de nevadas. Por supuesto los valores extremos de otros fenómenos 
naturales tales como viento, avenidas,etc., se presentan también con poca 
frecuencia y los periodos de retorno para valores extremos específicos pueden 
determinarse en forma similar. 
13 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
El recíproco del intervalo de recurrencia de una nevada o velocidad del 
viento extremas, es la probabilidad de que dicho valor extremo se vea excedido en 
un año cualquiera. Así, si el periodo de retorno R de una velocidad de viento de 
145 km/hr para una localidad es de 100 años, la probabilidad de que una 
velocidad de viento para propósitos de diseño, no es la de que dicha velocidad se 
vea excedida en un año cualquiera es 1 𝑅𝑅⁄ = 1 100⁄ = 0.01. Sin embargo, la 
probabilidad que interesa en la selección de una velocidad de viento para 
propósitos de diseño, no es la de que dicha velocidad se vea excedida en un año 
cualquiera, sino la de que se vea excedida durante la vida útil de la estructura. 
Esta probabilidad puede determinarse como sigue. Puesto que 1 𝑅𝑅⁄ es la 
probabilidad de que la velocidad especificada se vea excedida en un año 
cualquiera, 1 − 1 𝑅𝑅⁄ es la probabilidad de que no se vea excedida. Entonces la 
probabilidad de que no se vea excedida durante 𝑛𝑛 años, donde 𝑛𝑛 es la vida de la 
estructura, es (1 − 1 𝑅𝑅⁄ )𝑛𝑛. Por lo tanto, la probabilidad 𝑃𝑃𝑛𝑛 de que sí se vea 
excedida cuando menos una vez en los 𝑛𝑛 años es 
 
𝑃𝑃𝑛𝑛 = 1 − �1 − 
1
𝑅𝑅�
𝑛𝑛
 
 
Como ejemplo, supongamos que una estructura que se espera tenga una 
vida de 50 años se construye en la localidad antes mencionada, en donde el 
intervalo medio de recurrencia para una velocidad de viento de 145 km/hr es de 
100 años. La probabilidad de que la estructura se vea sujeta a una velocidad de 
viento mayor de 145 km/hr durante su vida útil es 
 
𝑃𝑃50 = 1 − (1 − 0.01)50 = 1 − 0.60 = 0.40 
 
Ósea, existe un 40% de probabilidades de que la estructura se vea expuesta 
a una velocidad de viento mayor de 145 km/hr. Si esto representa un riesgo 
razonable, es suficiente diseñar el edificio para resistir las presiones resultantes de 
un viento de 145 km/hr. Por supuesto debe existir un factor de seguridad en el 
diseño y, por lo tanto, la estructura no deberá sufrir un colapso bajo la acción de 
un viento de esta velocidad. 
 
I.6.1 CARGAS VIVAS EN PISOS DE EDIFICIOS 
 
Los edificios sirven para propósitos tan diversos y presentan arreglos de 
mobiliario y personas tan variados, que hacen extremadamente difícil el estimar 
cargas de diseño convenientes. Aunque se ha realizado un cierto número de 
investigaciones sistemáticas, aún persiste una carencia de información adecuada. 
Muchas autoridades municipales asumen la responsabilidad de la seguridad 
pública mediante la expedición de reglamentos de construcción que controlan el 
diseño de edificios especificando las cargas vivas y otros factores relacionados 
14 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
con el diseño y numerosas organizaciones han editado códigos para uso nacional 
o regional. Entre estas últimas se hallan las siguientes: 
 
National Building Code, patrocinado desde 1905 por la American Insurance 
Association, con sede en Nueva York. Este código ha sido adoptado por 
varias comunidades a través de los Estados Unidos de América. 
Uniform Building Code, patrocinado desde 1927 por la International 
Conference of Building Officials, con sede en Pasadena, California. Este 
código se usa ampliamente en el oeste de los Estados Unidos de América. 
Southern Standard Building Code, patrocinado desde 1945 por el Southern 
Building Code Congress, con sede en Birmingham, Alabama. Este código 
se usa en el sur y sureste de los Estados Unidos de América. 
Basic Building Code, patrocinado desde 1950 por la Building Officials an 
Code Administrators International, concede en Chicago. Este código se usa 
en el este y norte de los Estados Unidos de América. 
 
El American National Standards Institute ha publicado también 
recomendaciones sobre carga viva en norma ANSI A58.1 Requirements for 
Minimum Design Loads in Buildings and Other Structures del American National 
Standard Building Code, New York. 
Los edificios se pueden clasificar según su ocupación como sigue: 
 
1. Residenciales (incluyendo hoteles) 
2. Institucionales (hospitales, sanatorios, presidios) 
3. Lugares de reunión (teatros, auditorios, escuelas, iglesias) 
4. De negocios (edificios para oficinas) 
5. Mercantiles (tiendas, almacenes, salas de ventas) 
6. Industriales (fabricación, manufactura, ensamblado) 
7. Almacenamiento (bodegas) 
 
Con excepción de estudios de contenido de combustible, realizados con 
relación a su clasificación como resistentes al fuego; aparentemente no existen 
reportes publicados de cargas vivas residenciales que sean el resultado de una 
medición real del peso del contenido de las cargas vivas. El Reporte 92, 
Clasificación de Edificios por su Resistencia al Fuego del Departamento de 
Comercio de los Estados Unidos de América reporta contenidos promedio de 
combustible de aproximadamente 17.9 kg/m2 de área de piso, con un máximo de 
35.6 kg/m2, excepto en una porción que servía como biblioteca. Estas cifras son 
quizá una buena aproximación del contenido total excluyendo personas. Un cuarto 
residencial conteniendo una persona por cada 0.56 m2 –suposición lo bastante 
adecuada para una multitud– dará una carga promedio de 122 kg/m2. Entonces, a 
lo sumo podemos esperar que las cargas residenciales sean de 171 kg/m2 en 
áreas pequeñas, con un promedio aproximadamente 50 kg/m2 en todo el edificio. 
15 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
La carga de diseño de 195 kg/m2 encontrada en la mayoría de los códigos resulta 
entonces amplia. 
Las cargas vivas para edificios institucionales pueden esperarse que sean 
aproximadamente iguales a las de los edificios residenciales. Se han realizado 
varias investigaciones en salas de hospitales muy congestionadas, y aun en 
aquellas en las cuales hay una cama por cada 2.78 m2 la carga viva promedio es 
de solo 44 kg/m2. Los reglamentos de construcción coinciden sustancialmente en 
considerar una carga viva mínima de 195 kg/m2 para los cuartos privados de 
edificios institucionales. 
Se han realizado numerosas investigaciones de cargas vivas debidas a 
multitudes. En la Universidad de Iowa, con el propósito de probar las cargas 
dinámicas en una galería de teatro, una muchedumbre de estudiantes arrojó una 
carga de 566 kg/m2. Observaciones de las condiciones normales de carga en los 
elevadores de la Gran Estación Central de la ciudad de Nueva York mostraron 
cargas de aproximadamente 488 kg/m2. En una prueba que en 1920 se realizó 
Milwaukee Board of Education, un salón para alojar normalmente 48 alumnos fue 
congestionado con 258 alumnos poniendo dos alumnos por asiento y llenando 
todos los pasillos y espacios libres. La carga viva resultante, incluyendo mobiliario, 
fue de 203.5 kg/m2. El rango de requerimientos de cargas vivas mínimas para 
lugares de reunión, especificadas en los diferentes reglamentos de construcción 
está dado en la tabla I-1, la cual no intenta ser completa, sino más bien mostrar las 
cargas representativas. 
 
TABLA I-1. CARGAS VIVAS PARA LUGARES DE REUNION TIPICOS 
 
Rangos de valores especificados por códigos de construcción 
Tipo de espacio Carga viva Kg/m2 
Salones de clase en escuelas (asientos fijos) 200-300 
Salones de clase en escuelas (asientos móviles) 200-500 
Auditorios (asientos fijos) 250-300 
Auditorios (asientos móviles) 500 
Teatros (no necesariamente anfiteatros) 250-300 
Salones de baile 500-600 
 
La U.S. Public Buildings Administration patrocinó estudios de carga viva en 
los Edificios de Recaudación Interna y de la Administración de Veteranos en 
Washington. En el primer edificio se encontraron cargas vivas promedio reales de 
97.6 kg/m2 o menores en el 70% de su área, de 195.2 kg/m2 o menos en el 88%, y 
292.8 kg/m2 o menos en el 96.5%. La carga viva máxima promedio de 517.3 kg/m2 
ocupaba 76.6 m2 (0.5% del áreatotal). En el último edificio, el 95% del área de 
piso soportaba una carga promedio de 97.6 kg/m2 o menos, 97.8% soportaba 
195.2 kg/m2 o menos y el 99.5% soportaba 292.8 kg/m2 o menos. La carga viva 
máxima promedio de 439.2 kg/m2 se encontró en 109.2 m2 del décimo piso (0.5% 
16 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
del área total). Estudios similares anteriores, en el edificio Equitable de la ciudad 
de Nueva York mostraron cargas promedio de 56.6 kg/m2 en los tres pisos 
seleccionados. La carga máxima fue de 382.1 kg/m2 y la mínima de 4.2. La 
National Bureau of Standards hizo muestreos en su edificio administrativo y en el 
edificio de la Comisión de Servicios Civiles. La mayor intensidad de carga 
encontrada fue de 353.8 kg/m2. Los requerimientos de los Códigos para edificios 
de oficinas varían entre 244 kg/m2 y 390 kg/m2. 
 
TABLA I-2. CARGAS VIVAS PARA VARIOS TIPOS DE OCUPACION 
 
Rango de valores especificados por códigos de construcción 
Ocupación Carga viva Kg/m2 
Mercantil 375-625 
Manufactura ligera 375-625 
Manufactura pesada 625-750 
Almacenamiento ligero 600-625 
Almacenamiento pesado 1,250 mínimo 
 
La Oficina de Servicios Técnicos del Departamento de Comercio de los 
Estados Unidos emprendió estudios detallados, similares a los antes mencionados 
para edificios mercantiles, industriales y de almacenamiento. Los estudios 
incluyeron dos grandes tiendas, dos fábricas de colchones, una de ropa para 
hombre, una de vestidos, dos de muebles, una planta de papel periódico, una de 
estampados y dos bodegas. Como era de esperarse, la variación de las cargas 
vivas fue muy amplia; por ejemplo, la carga viva máxima en una de las fábricas de 
colchones fue únicamente de 200 kg/m2 en el 0.3% del área total de pisos, 
mientras que en la otra fue de 493 kg/m2 en el 11.1% del área. Esta última carga 
es algo desconcertante ya que se localizó en un área de almacenamiento de 
algodón. Los máximos para las fábricas de muebles fueron 478 kg/m2 y 586 kg/m2. 
 
La carga mayor de la planta de estampado fue de 820 kg/m2 en el 1% de su 
área. El rango de cargas en una de las tiendas se muestra en la Fig. I-7. Las 
ordenadas de esta gráfica dan el porcentaje del área ocupada por las cargas con 
un incremento de variación de 24.4 kg/m2. La carga más ligera, 102.5 kg/m2, se 
encontró en el departamento de equipo para patios de juego, la más pesada, 298 
kg/m2, en el departamento de discos y radioconsolas. En una de las bodegas 0.4% 
de su área soportaba una carga de 1,254 kg/m2; en la otra 0.7% del área 
soportaba 1,4894 kg/m2. El rango usual de los requerimientos den los códigos 
para los tipos de ocupación discutidos en este párrafo están dados en la tabla I-2, 
la cual no pretende que sea completa. 
 
 
17 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
Fig. I-7 
 
Los estudios de las cargas antes mencionados comprenden observaciones 
de intensidad de carga en un instante determinado, o sea, en el momento de 
hacer la observación. Sin embargo, las cargas de piso de una estructura particular 
varían erráticamente con el tiempo y es importante conocer cuáles pueden ser las 
cargas máximas en su vida útil. La información disponible de este tipo es muy 
escasa. 
El que las cargas vivas promedio en edificios tienden a disminuir con un 
aumento del área de piso considerada, plantea una interrogante con relación al 
diseño de los diversos tipos de miembros soportantes. Por ejemplo, sería irreal 
suponer que todas las áreas de piso soportadas por una columna tengan la misma 
intensidad de carga que las soportadas por una viga. En forma semejante, puesto 
que la carga máxima esperada no es probable que exista simultáneamente en 
todos los pisos (con la excepción quizá de algunos tipos de bodegas), resultaría 
irreal suponer la misma carga uniforme en todos los pisos soportados por una 
columna inferior que en los soportados por una columna superior del mismo 
edificio. Los códigos hacen diferentes previsiones para esta contingencia. El 
American Standard Building Code Requeriments, Uniform Building Code y 
National Building Code permiten una reducción en la carga básica de diseño a la 
tasa de 0.08% por cada pie cuadrado de área soportada, siempre que el área se 
exceda de 13.9 m2 (150 pies2) y la carga viva sea menor de 488 kg/m2. La 
reducción no podrá exceder el 60% ni el valor dado por 
18 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
𝑅𝑅 = 100
𝑐𝑐.𝑚𝑚. +𝑐𝑐. 𝑣𝑣.
4.33 𝑐𝑐. 𝑣𝑣.
= 23 �1 + 
𝑐𝑐.𝑚𝑚.
𝑐𝑐. 𝑣𝑣.
� 
 
En donde R = reducción en porciento 
c.m. = carga muerta en kg/m2 
c.v. = carga viva en kg/m2 
 
La ecuación anterior limita la sobrecarga al 30% en el caso de que la carga 
viva completa se presente para un miembro que tenga un área tributaria lo 
suficientemente grande para permitir la máxima reducción en cargas de azotea o 
para cargas vivas mayores de 488 kg/m2, con la excepción en este último caso de 
que las cargas en las columnas se pueden reducir en un 20%. 
La posibilidad de falla por una sobrecarga es un riesgo que frecuentemente 
no se toma en cuenta. El Departamento de Comercio de los Estados Unidos de 
América recomienda que las cargas vivas de diseño se coloquen en un lugar 
visible en los edificios comerciales e industriales y hace responsable a los 
ocupantes de que las cargas reales se mantengan dentro de los límites 
especificados. Esta sugerencia no ha sido ampliamente adoptada y por ello se han 
presentado no pocas fallas debidas a sobrecarga y casi todas ellas han sido el 
resultado de hacer que los edificios, o partes de éstos presten un servicio para el 
que no fueron diseñados. 
 
I.6.2 IMPACTO 
 
El significado de la palabra impacto tal como se usa en el diseño estructural 
se puede ilustrar describiendo las dos diferentes formas en que se puede cargar 
un resorte. Si unimos un peso de 10 kg a un resorte suspendido y lo soportamos 
hasta que el resorte haya bajado a la posición en que soporta la carga total, la 
fuerza máxima en el resorte será de 10 kg. En cambio, si soltamos el peso 
inmediatamente después que lo hayamos unido al resorte, el alargamiento 
máximo de éste será aproximadamente el doble que el requerido para soportar el 
peso en su posición de equilibrio estático y la fuerza correspondiente en el resorte 
será de 20 kg. La fuerza de 10 kg en exceso de la fuerza estática de 10 kg se 
llama impacto. Se acostumbra expresar el impacto como un porcentaje de la 
fuerza estática y, por lo tanto, en este caso el factor de impacto es 100%. 
El impacto debido a cargas vivas móviles es un fenómeno mucho más 
complejo que el descrito. La velocidad del vehículo en movimiento, la relación de 
su masa a la masa del puente y las irregularidades en la superficie de rodamiento 
y en las ruedas del vehículo son factores muy significativos. Las cargas pulsantes 
son particularmente críticas si la frecuencia de las pulsaciones llega a coincidir, o 
casi, con el periodo del modo fundamental de vibración de la estructura. 
19 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
Las previsiones para impacto de las especificaciones de diseño son 
francamente empíricas y no pretenden tomar en cuenta todas las variables. Las 
especificaciones AASHO exigen considerar un impacto dado por la ecuación 
 
𝐼𝐼 = 
15.24
𝐿𝐿 + 38.1
 
 
Pero no mayor de 0.3. En esta fórmula, 𝐼𝐼 es la relación del impacto a la carga 
estática y 𝐿𝐿 la longitud en metros de la porción cargada del claro. Las 
especificaciones AREA hacen consideraciones similares, pero más severas para 
el impacto. Las previsiones de impacto para cargas móviles tales como 
elevadores, grúas viajeras, máquinas reciprocantes y equipos similares se 
especifican usualmente como un porcentaje fijo de la carga. Valores típicos se 
pueden encontrar en la Especificación para el Diseño, Fabricación y Montaje de 
Estructuras de Acero para Edificios del American Institute of Steel Construction. 
 
I.6.3 CARGAS DE NIEVE 
 
La nieve fresca recién caída pesade 80 a 96 kg/m3; la nieve compactada 
aproximadamente 160 kg/m3. Se han hecho varios estudios de registros del 
Servicio Meteorológico Nacional en un intento de establecer cargas razonables de 
nieve en diversas áreas del país (E.U.A.). En 1939 el servicio publicó datos de 166 
estaciones meteorológicas sobre alturas máximas de nieve en áreas protegidas, 
tales como los claros de los bosques. Los resultados mostraron cargas de nieve 
que variaban desde cero en las partes más australes de la cadena de estados del 
sur, pasando por 24.4 kg/m2 en el resto del sur 48.8 kg/m2 en la cadena central de 
estados, 73.2 kg/m2 en el sur de Nueva York, porción sur de los Grande Lagos y 
los estados de la planicie del norte hasta alcanzar 97.6 kg/m2 y 122 kg/m2 para el 
área del Lago Superior y Nueva Inglaterra, La excepción a estos valores ocurre en 
las regiones montañosas, donde pueden presentarse cargas 24.4 kg/m2 mayores 
que las de las altitudes bajas de la misma región y a lo largo de la costa del 
Pacífico hacia Seattle, donde rara vez cae nieve. 
Un mapa publicado por el Servicio Nacional de Meteorología (anteriormente 
conocido como la Oficina de Meteorología de los Estados Unidos) proporciona las 
cargas de nieve sobre el terreno para un intervalo de recurrencia de 50 años (Fig. 
I-8). Estas cargas están basadas en máximos anuales de agua equivalente sobre 
el terreno y, con excepción de los estados del sur, tienden a ser mayores que las 
discutidas en el párrafo anterior. Su variación desde 24.4 kg/m2 en los estados 
costeros del sur hasta 195.2 y 244 kg/m2 en la región norte de los Grandes Lagos 
y hasta 341.6 y 390.4 kg/m2 en el noreste de Maine. No se dan datos sobre los 
estados de las montañas Rocallosas. 
 
20 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
Fig. I-8 Carga de nieve sobre el terreno en pulgadas. Intervalo medio de 
recurrencia 50 años. 
 
La carga de nieve en un techo es por lo común menor que en el terreno 
natural. Tomando como base un estudio muy amplio sobre la relación entre cargas 
en techos con cargas sobre el terreno, el National Building Code of Canada 
especifica para techos planos una carga básica de nieve del 80% de la suma de 
los pesos de la capa de nieve en el terreno para un periodo de 30 años y la 
máxima lluvia diaria al final del invierno o principio de la primavera. El peso de esta 
capa de nieve más la lluvia alcanza valores tan altos como 585.6 kg/m2 en las 
montañas Rocallosas del Canadá. ANSI A58.1 especifica una carga básica de 
nieve del 80% de la nieve en el terreno para un periodo de retorno de 50 años. Se 
permite una reducción adicional (hasta el 60%) en ambos códigos para techos que 
tienen una franca exposición a vientos con suficiente intensidad para remover la 
nieve. Reducciones aún mayores son permisibles para techos inclinados, dado 
que éstos acumulan menos nieve que los techos planos. Por otro lado, las partes 
bajas adyacentes de los techos a dos aguas múltiples pueden acumular 
cantidades de nieve mayores que las normales. La presencia de elementos 
proyectados como los cobertizos en techos planos pueden provocar 
amontonamientos de nieve. El Canadian Building Code recomienda que las cargas 
de nieve se aumenten en un 50% en la vecindad de las proyecciones de un techo, 
en un ancho de tres veces la altura del elemento proyectado, pero sin exceder 
4.57 m. 
Con base en un estudio de los pesos de las capas de nieve estacionales 
para un intervalo de recurrencia de 10 años, se sugirieron para diseño de techos 
las cargas de la tabla I-3. Sin embargo, debe hacerse notar que las áreas 
21 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
montañosas definidas en esta tabla no se incluyeron en el estudio debido a las 
variaciones locales extremas de altura de nieve. Por lo tanto, los 195.2 kg/m2 
sugeridos para techos planos pueden resultar excesivos para algunas localidades 
en esta región y muy bajos para otras. Por ejemplo, en Reno y Salt Lake City las 
capas de nieve para un periodo de recurrencia de 10 años fueron de 97.6 y 122 
kg/m2 respectivamente, pero estas ciudades están en un área excluida. Por otro 
lado, mediciones de la capa de nieve en el techo de un edificio a 3,048 m de altura 
en las montañas Rocallosas de Colorado, en donde la acumulación durante el 
invierno fue 2.13 m en el valle y 1.52 m en los aleros del techo en V; mostraron 
densidades de 128, 256 y 400 kg/m3 a profundidades de 0.91, 1.52 y 2.13 m; así 
la densidad promedio resulta de 256 kg/m3 y la carga del techo a la profundidad de 
2.13 m de aproximadamente 536.8 kg/m2. 
La carga viva sugerida en la tabla I-3 para techos planos en los estados del 
sur (97.6 kg/m2) es mayor que la capa de nieve de 48.8 kg/m2 (o menor) para un 
periodo de retorno de 10 años. La carga fue seleccionada por estar de 
conformidad con el valor comúnmente especificado para esta región por diversos 
códigos de construcción. Su intención es tomar en cuenta cargas vivas diferentes 
de la de nieve, como las incidentales de construcción, mantenimiento, etc. En 
muchos casos, por supuesto, la carga viva mínima prescrita por el código de 
construcción vigente puede diferir de los valores de la tabla I-3. 
 
 
TABLA I-3. CARGAS MINIMAS DE NIEVE U OTRAS CARGAS VIVAS 
SUGERIDAS PARA TECHOS 
 
Sobre la proyección horizontal, kg/m2 
 Pendiente del techo 
Región 1 en 4 o 
menos 
1 en 2 1 en 
1.33 
1 en 1 
o más 
Estados del sur 97.6 73.2 58.6 48.8 
Estados del centro 122.0 97.6 73.2 48.8 
Estados del norte 146.4 122.0 83.0 48.8 
Grandes Lagos, Nueva Inglaterra y áreas 
montañosas 
195.2 146.4 97.6 48.8 
 
La carga de nieve no necesita considerarse en el diseño de puentes, ya que una 
tormenta de nieve de consecuencias haría el puente intransitable, o bien, 
provocaría que el tránsito se desplazara en forma tal que el efecto de impacto se 
reduciría. 
 
I.6.4 CARGAS DE VIENTO 
 
La evaluación de los efectos del viento sobre un objeto en su trayectoria es 
un problema complejo de aerodinámica. Si consideramos al aire como no viscoso 
22 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
e incompresible, lo cual es razonable para la magnitud de las velocidades con que 
se diseñan las estructuras en la ingeniería civil, la ecuación de Bernoulli para flujo 
laminar se puede utilizar para determinar la presión local en el punto de 
obstrucción, como una columna de aire que golpea (a 90°) a un cuerpo inmóvil. 
Así, 
 
𝑞𝑞 = 1
2
𝑝𝑝𝑣𝑣2 
 
En donde 𝑞𝑞 = presión 
𝑝𝑝 = densidad del aire 
𝑣𝑣 = velocidad del aire 
 
Esta presión se llama presión de velocidad, presión dinámica o presión de 
estancamiento. Es importante notar que esta ecuación está basada en un flujo 
estable y no toma en cuenta los efectos dinámicos de ráfagas o la respuesta 
dinámica del cuerpo. 
La presión resultante del viento en el cuerpo depende de la trayectoria del 
flujo alrededor del mismo. Las presiones varían de punto a punto en toda la 
superficie, dependiendo de los cambios locales en las velocidades que dependen 
a su vez del tamaño y forma del cuerpo. La presión resultante 𝑃𝑃 se expresa en 
términos de la componente de arrastre 𝑝𝑝𝐷𝐷 y la componente de levantamiento 𝑝𝑝𝐿𝐿 
 
𝑃𝑃𝐷𝐷 = 𝐶𝐶𝐷𝐷𝐴𝐴
𝑝𝑝𝑣𝑣2
2
 
 
𝑃𝑃𝐿𝐿 = 𝐶𝐶𝐿𝐿𝐴𝐴
𝑝𝑝𝑣𝑣2
2
 
 
El coeficiente de arrastre 𝐶𝐶𝐷𝐷 y el coeficiente de levantamiento 𝐶𝐶𝐿𝐿 dependen 
de la forma del cuerpo y de su orientación con respecto al viento. 𝐴𝐴 es el área 
característica del cuerpo, usualmente la proyección de su superficie en un plano. 
Los términos arrastre y levantamiento no se usan ordinariamente para 
describir las presiones de viento en edificios, puentes y estructuras similares. En 
su lugar, la presión 𝑝𝑝 por metro cuadrado, normal a la superficie expuesta, se 
expresa en términos de un factor de forma (también llamado coeficiente de presión 
𝐶𝐶: 
 
𝑝𝑝 = 𝐶𝐶𝑠𝑠𝑞𝑞 = 𝐶𝐶𝑠𝑠𝑝𝑝
𝑣𝑣2
2
 
 
El aire a una temperatura de 15° C (59° F) y al nivel del mar pesa 1.2254 
kg/m3.Sustituyendo la correspondiente densidad de la masa 1.2254/981 en la 
ecuación anterior nos da 𝑝𝑝 = 0.001249 𝐶𝐶𝑠𝑠𝑣𝑣2. Si el símbolo 𝑉𝑉 designa la velocidad 
en km/hr, tenemos 
23 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
𝑝𝑝 = 0.00445𝐶𝐶𝑠𝑠𝑉𝑉2 
 
Para una velocidad de 100 km/hr tendremos una presión de 44.5 kg/m2 
cuando 𝐶𝐶𝑠𝑠 = 1. Los factores de forma se discuten más adelante en este artículo. 
Las mediciones de la velocidad del viento son necesariamente valores 
promedio de las fluctuaciones de velocidad que se representan durante un 
intervalo finito de tiempo. El valor reportado por lo general en los Estados Unidos 
es el promedio de las velocidades registradas durante el tiempo que le toma a una 
columna horizontal de aire de una milla de largo (1609.35 m) pasar por un punto 
fijo (el anemómetro de medición). Por ejemplo, si una columna de aire de una milla 
que se mueve a una velocidad promedio de 96.5 km/hr pasa por un punto fijo en 
88 segundos, la velocidad reportada es el promedio de las velocidades registradas 
durante estos 88 segundos. La milla más rápida es la velocidad más alta en un 
día. La milla extrema anual es la mayor de los máximos diarios. Además, puesto 
que la milla extrema anual varía de año en año, las presiones de viento a usar en 
un diseño deben estar basadas en una velocidad de viento asociada a un intervalo 
medio de recurrencia. Se han publicado cartas con velocidades de la milla extrema 
anual de periodos de recurrencia de 2, 10, 25, 50 y 100 años, basados en análisis 
estadístico de registros de 138 estaciones, abarcando el registro promedio un 
periodo de 21 años. El mapa correspondiente a 50 años se muestra en la Fig. I-9. 
Este periodo de recurrencia se ha sugerido para todas las estructuras 
“permanentes”, con excepción de aquellas que puedan tener un alto grado de 
sensibilidad al viento y un riesgo de pérdidas de vida y costo alto de daños poco 
comunes en caso de falla. En este caso se sugiere el uso de un intervalo de 
recurrencia de 100 años. Además, en reconocimiento del menor riesgo para 
periodos cortos de exposición, velocidades del 75% de las velocidades para 50 
años son recomendables para el diseño de estructuras temporales tales como las 
usadas durante la construcción. El periodo de recurrencia está también 
especificado (con excepciones sujetas al criterio del ingeniero o de la autoridad 
que tenga jurisdicción) en la norma ANSI A58.1, 1972. 
Las velocidades mostradas en la Fig. I-9 son a “campo abierto”; es decir, 
obtenidas en donde la fricción en la superficie es relativamente uniforme en una 
longitud expuesta al viento de alrededor de 40 km. Si la superficie expuesta está 
elevada y sujeta a que se formen corrientes, etc., los valores del mapa se deben 
modificar en forma adecuada. Las localidades expuestas sin obstrucciones a 
grandes masas de agua pueden experimentar vientos extremos con velocidades 
de 48 km/hr (o más) mayores que las localizadas a una corta distancia tierra 
adentro: sin embargo, este efecto ha sido tomado en cuenta en la Fig. I-9. 
El National Building Code of Canada recomienda presiones basadas en la 
velocidad horaria del viento (promedio de las velocidades medidas durante una 
hora) en 30 años. La velocidad horaria es la única velocidad medida en la mayoría 
de las estaciones meteorológicas del Canadá. 
 
24 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
Fig. I-9 Velocidad del viento de la milla extrema anual más rápida del terreno 
en millas por hora. Intervalo medio de recurrencia 50 años. 
 
En el diseño de las estructuras altas debe considerarse la variación de la 
velocidad con la altura. El flujo del aire en las cercanías del terreno natural es 
frenado por la escabrosidad de la superficie que depende de la densidad, tamaño 
y altura de los edificios, árboles y vegetación existentes. La Fig. I-10 muestra 
perfiles de la velocidad y la correspondiente variación exponencial con la altura, de 
acuerdo con Davenport. Se han sugerido otros exponentes; sin embargo, la ley de 
la potencia 1/7 es la generalmente aceptada para campo abierto en terreno plano. 
Para propósitos de diseño, la velocidad a 9.14 m de altura sobre el terreno se 
toma como valor básico y los incrementos con la altura están dados, especificando 
las velocidades (o presiones de viento) para diferentes alturas. La tabla I-4 
proporciona velocidades para varios rangos de altura y diversas velocidades 
básicas de diseño, los valores intermedios pueden interpolarse. Los incrementos 
de velocidad para áreas tierra adentro están basados en la ley de la potencia 1/7. 
Debe notarse que los perfiles de velocidad para tierra adentro y áreas costeras 
difieren considerablemente, lo cual está de acuerdo con la Fig. I-10. 
Dado que las mediciones de la velocidad del viento son valores promedio, es 
necesario considerar los efectos de las fluctuaciones de velocidad (ráfagas). La 
respuesta de las estructuras a tales fluctuaciones es de tipo dinámico y depende 
del tamaño de la estructura, su periodo natural de vibración y sus características 
de amortiguamiento. Por lo común, el efecto dinámico se toma en cuenta, 
multiplicando la velocidad del viento por un facto de ráfaga y calculando la presión 
25 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
correspondiente por medio de la ecuación 𝑝𝑝 = 0.00445𝐶𝐶𝑠𝑠𝑉𝑉2, lo que es equivalente 
a evaluar la respuesta como si fuera de tipo estático. El factor de ráfaga depende 
del tamaño de la estructura y de la velocidad del viento, debido a que las 
presiones de éste no se desarrollan por completo hasta que la estructura queda 
envuelta en la masa móvil de aire. Es por eso que una estructura masiva es 
relativamente insensible a ráfagas de corta duración mientras que los anuncios no 
lo son. El factor de ráfaga para una ráfaga de un segundo a una velocidad básica 
del viento de 145 km/hr será de 1.3. Una ráfaga de tales características tendría 
una longitud en la dirección del viento de 39.6 m y sería la adecuada para 
anuncios y estructuras pequeñas. Para una ráfaga de 10 seg a una velocidad 
básica de 145 km/hr, el factor de ráfaga sería de 1.1 con una longitud en la 
dirección del viento de aproximadamente 396 m. Este factor de ráfaga se ha 
sugerido para estructuras cuya dimensión transversal al viento es del orden de 38 
m. Se ha desarrollado un método para evaluar el factor de ráfaga como una 
función de la velocidad del viento y de las características de la estructura. Debe 
hacerse notar que los factores de ráfaga discutidos en este párrafo no toman en 
cuenta efectos dinámicos tales como aleteo y formación de vórtices, etc. 
 
 
Fig. I-10 Perfiles de la velocidad sobre terrenos con tres características 
diferentes de escabrosidad, para un gradiente uniforme de velocidad del viento de 
100 mi/hr. 
26 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
 
 
TABLA I-4. MILLA MAS RAPIDA DE VIENTO PARA VARIAS ALTURAS 
SOBRE EL TERRENO 
 
Altura de 
la zona 
M 
Velocidad de diseño, 
áreas tierra adentro 
Km/hr 
Altura de 
la zona 
m 
Velocidad de diseño áreas 
costeras 
Km/hr 
0-15 97 129 161 0-15 97 129 161 209 
15-45 113 153 193 15-45 137 169 201 241 
45-120 129 177 225 45-120 185 217 249 290 
120-210 145 193 241 120-180 225 265 298 314 
210-305 161 209 257 180-450 241 274 306 322 
305-450 169 217 265 
 
Las presiones de viento de diseño para las velocidades de la tabla 1-4 se 
pueden calcular por medio de la ecuación 𝑝𝑝 = 0.00445𝐶𝐶𝑠𝑠𝑉𝑉2. El factor de forma 𝐶𝐶𝑠𝑠 
varía de modo que considerable con las proporciones de la estructura y el ángulo 
horizontal de incidencia del viento. El factor de forma para la fachada de 
barlovento de un edificio de techo plano es de 0.9, independientemente de las 
dimensiones del edificio. Existe una presión negativa (succión) en la fachada 
trasera, para la cual el factor de forma varía en forma aproximada de -0.3 a -0.6, 
dependiendo de las dimensiones del edificio. De estamanera, la presión 
resultante en el edificio se puede calcular aplicando un factor de forma de 1.2 a 
1.5 en la ecuación 𝑝𝑝 = 0.00445𝐶𝐶𝑠𝑠𝑉𝑉2. Por lo general, el valor 1.3 es el que más se 
usa. No es necesario dividir esta fuerza en presión y succión cuando estamos 
calculando el contraventeo por viento de un edificio. Los muros laterales 
experimentan succión y el valor de 𝐶𝐶𝑠𝑠 varía en forma aproximada de -0.4 a -0.8. El 
techo también presenta succión, para lo cual el valor de 𝐶𝐶𝑠𝑠 varía entre -0.5 y -0.8 
como promedio sobre el techo; sin embargo, la succión es mayor en el lado de 
barlovento y el coeficiente promedio para la mitad de barlovento puede ser del 
doble del existente en el lado de sotavento. 
La discusión anterior es aplicable a edificios herméticos. La filtración del aire 
a través de pequeñas aberturas alrededor de las puertas, ventanas, etc., da lugar 
a la formación de presiones internas con valores de 𝐶𝐶𝑠𝑠 tan grandes como 0.25, si 
las aberturas se localizan principalmente en la fachada de barlovento y a 
succiones internas con valores de 𝐶𝐶𝑠𝑠 tan altos como -0.35, si las aberturas 
predominan en el lado de sotavento. 
 
1. Para edificios que son nominalmente herméticos, una presión o succión de 
22 kg/m2 normal a las paredes y el techo. 
2. Para edificios que tienen un 30% o más de área de paredes abiertas, o 
susceptibles de quedar abiertas o romperse, una presión de 58.6 kg/m2 o 
una succión de 44 kg/m2. 
27 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
3. Para edificios que tienen aberturas en las paredes entre 0 y 30% del área 
de la pared, las presiones o succiones varían linealmente entre los valores 
recomendados en 1 y 2. 
 
Las presiones de 1, 2 y 3 antes indicadas corresponden a una velocidad que 
produce una presión resultante (suma de la presión en barlovento y la succión en 
sotavento) de 97.6 kg/m2, de manera que para ser consistentes habría que 
aumentarlas (o disminuirlas) proporcionalmente para presiones básicas mayores 
(o menores). Cuando las aberturas son muy grandes, como en los hangares, las 
presiones internas de viento también pueden ser muy grandes. 
Las presiones de viento en techos inclinados dependen del grado de exposición, 
su inclinación y las dimensiones del edificio. Para viento normal al lado paralelo a 
la cumbrera, el lado de sotavento está siempre sujeto a succión. Existe succión 
sobre la superficie de barlovento para pendientes menores que 30° y presiones 
para pendientes mayores. Estas presiones no son uniformes y tienen valores 
máximos en los aleros. Las presiones siguientes para techos a dos aguas, 
simples: 
 
Superficie de barlovento: 𝑝𝑝 = �
−0.7𝑞𝑞
(0.07𝛼𝛼 − 2.1)𝑞𝑞
(0.03𝛼𝛼 − 0.9)𝑞𝑞
0.9𝑞𝑞
 �
0 ≤ 𝛼𝛼 ≤ 20°
20° ≤ 𝛼𝛼 ≤ 30°
30° ≤ 𝛼𝛼 ≤ 60°
60° ≤ 𝛼𝛼
 
 
Superficie de sotavento 𝑝𝑝 = 0.7𝑞𝑞 0 ≤ 𝛼𝛼 ≤ 90° 
 
Los valores negativos de 𝑝𝑝 en estas fórmulas denotan succión; 𝑞𝑞 es la 
presión de velocidad de la ecuación 𝑞𝑞 = 12𝑝𝑝𝑣𝑣
2, y 𝛼𝛼 es el ángulo de inclinación con 
la horizontal. 
Las fuerzas de viento en estructuras tipo armadura, tales como puentes, 
torres de transmisión y similares y en vigas y trabes de puentes son tan difíciles de 
obtener como las de estructuras cerradas. Uno de los factores que complica esta 
evaluación es la protección que proporcionan los elementos de la estructura. El 
monto de esta protección depende principalmente de la distancia entre armaduras 
o trabes y en el ángulo de incidencia del viento. 
Los coeficientes recomendados para muros de edificios, cubiertas inclinadas, 
cubiertas en arco, techos sobre estructuras abiertas (tales como estadios), 
chimeneas, tanques, anuncios, torres de transmisión, etc., se dan también en 
ANSI A58.1, 1972. 
Es importante resaltar que las presiones de viento especificadas en los 
códigos de construcción normalmente incluyen los factores de ráfaga y de forma, a 
menos que estos factores se establezcan en forma separada en el mismo código. 
Por ejemplo, las presiones de viento en paredes verticales (Tabla I-5) del National 
Building Code incluyen un factor de ráfaga de 1.3 y un factor de forma de 1.3 
(edificios rectangulares). Este código especifica también presiones de viento en 
28 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
anuncios que difieren de las usadas para superficies verticales, debido a la 
diferencia en el factor de forma. Por otro lado, ANSI A58.1, 1972 especifica 
presiones de viento que involucran sólo el factor de ráfaga; estableciendo 
separadamente los factores de forma para diversas estructuras. 
Hasta 1957 AASHO especificaba presiones de viento en armaduras de 244 
kg/m2 en una y media veces el área expuesta de una armadura. El área expuesta 
de una armadura es el área vista en una elevación normal a la longitud del puente; 
o sea que la armadura de sotavento se considera que estaba protegida en forma 
tal que sólo la mitad de su área era efectiva. Esto fue cambiado en 1957 a un valor 
de 366 kg/m2 en el área expuesta de una armadura que da exactamente el mismo 
resultado. Puesto que el factor de forma de un perfil de sección transversal 𝐻𝐻, que 
por lo común se usa para los miembros de la armadura, tiene un valor aproximado 
de 2, la presión de 244 kg/m2 corresponde a una velocidad de viento de 
aproximadamente 160 km/hr, incluyendo el efecto de ráfaga. El requerimiento 
correspondiente de las especificaciones AREA es de 244 kg/m2 en el área 
expuesta de la armadura de barlovento más la suma de las áreas expuestas de 
los miembros de la armadura de sotavento no protegidas por el sistema de piso. 
En ambas especificaciones AREA y AASHO las presiones mencionadas son para 
puente descargado, debiendo considerarse intensidades menores de la presión 
del viento actuando al mismo tiempo sobre el puente y la carga viva. 
 
TABLA I-5. REQUERIMIENTOS DE VIENTO DEL NATIONAL BUILDING CODE 
 
Presión horizontal del viento en superficies verticales, kg/m2 
 
Altura de zona 
m 
Área de huracanes 
Mínimos Moderados Severos* 
Menos de 9.15 73 122 171 
9.15-14.95 98 146 220 
15.25-30.20 122 195 268 
30.50-152.10 146 220 342 
152.40-365.45 171 268 390 
365.75 y más 195 292 439 
* Se recomienda usar estos valores para una franja de 80 km de ancho a lo 
largo de la costa del Golfo de México y en la costa del Atlántico a partir de la parte 
más meridional de Florida hasta la bahía de Chesapeake. 
 
La respuesta dinámica de los puentes de grandes claros a las fuerzas de 
viento es de importancia considerable. La falla en 1940 del puente colgante 
Tacoma, sólo 6 meses después que había sido abierto al tráfico, estimuló la 
investigación de los problemas de inestabilidad aerodinámica. Se han presentado 
numerosas fallas espectaculares de puentes debidas al efecto del viento. Además 
del colapso del puente Tacoma, resulta interesante recordar la falla en 1879 del 
puente ferroviario que cruzaba Firth of Tay en Escocia. Dos años después de 
29 
 
 Sistemas de Contraventeo en Marcos de Acero 
 
haberse terminado su construcción, 13 de las 84 armaduras libremente apoyadas 
de este puente fueron voladas de sus pilas, llevándose un tren y sus setenta 
infortunados pasajeros. La conmoción del desastre fue tan grande que su 
diseñador y constructor, Sir Thomas Bouch, murió en el término de un año. 
 
I.1.8 CARGAS DE SISMO 
 
Los sismos pueden ocurrir en cualquier parte del mundo, pero son más 
frecuentes y generalmente más violentos en dos grandes cinturones de la Tierra, 
uno de los cuales rodea casi el océano Pacífico mientras que el otro atraviesa la 
parte sur de Asía hacia la región del Mediterráneo. Aunque en casi cada uno de 
los estados de la Unión se han presentado sismos de carácter destructivo, han 
sido bastante más frecuentes y desastrosos en la costa del Pacífico, 
especialmente en California. Los sismólogos distinguen tres tipos diferentes de 
ondas en movimiento durante los terremotos. El tipo que parece más destructivo 
es el que viaja sobre