Secciones Compuestas Acero - Concreto (Metodo LRFD)

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INSTITUTO POLITÉCNICO NACIONAL 
ESCUELA SUPERIOR DE INGENIERÍA Y ARQUITECTURA 
UNIDAD ZACATENCO 
SECCIONES COMPUESTAS DE ACERO­CONCRETO 
(MÉTODO LRFD) 
TESIS 
QUE PARA OBTENER EL TITULO DE: 
INGENIERO CIVIL 
PRESENTA: 
JUAN CARLOS NAVARRETE BAUTISTA 
ASESOR: ING. JOSÉ LUIS FLORES RUIZ 
MÉXICO, D. F.  2003
GRACIAS A MI ASESOR DE TESIS: 
ING. JOSÉ LUIS FLORES RUIZ, SIN CUYA 
AYUDA, ESTE TRABAJO NO SE HUBIERA 
REALIZADO.
A TODOS  LOS QUE CREEN EN MÍ. 
A LA MEMORIA DE MI ABUELO 
ALEJANDRO NAVARRETE HERNANDEZ. 
A MI MADRE  QUE SIEMPRE ME HA 
APOYADO CON SU GRAN ESFUERZO Y 
SACRIFICIO. 
A MI  PADRE QUE ME HA ENSEÑADO A 
VER LA VIDA DE DIFERENTES MANERAS. 
A TODOS MIS HERMANOS,  QUIENES  ME 
AYUDAN CONSTANTEMENTE A SER 
CADA DIA MEJOR. 
A MI ABUELA Y MI TIA QUE SABEN 
AYUDARME CUANDO  MAS LO 
NECESITO.
SECCIONES COMPUESTAS DE ACERO­CONCRETO (MÉTODO LRFD) 
CONTENIDO 
PROLOGO.................................................................................................................... Ι 
1.­ GENERALIDADES DE DISEÑO ESTRUCTURAL................................................. 1 
1.1.­Diseño estructural ............................................................................................. 1 
1.2.­Acero estructural ............................................................................................... 1 
1.3.­Productos de acero........................................................................................... 3 
1.4.­Resistencia del acero........................................................................................ 5 
1.5.­Influencia de la temperatura en el acero........................................................... 8 
1.6.­Solicitaciones de cargas ................................................................................... 9 
2.­REGLAMENTOS, MÉTODOS Y ESPECIFICACIONES DE DISEÑO ................... 12 
2.1.­Reglamentos de construcción......................................................................... 12 
2.2.­ Métodos de diseño......................................................................................... 12 
2.3.­Especificaciones de diseño............................................................................. 15 
2.4.­Especificaciones del Instituto Americano de la Construcciòn en Acero 
(AISC) .................................................................................................................... 16 
2.5.­Factores de carga y resistencia usados en las Especificaciones AISC .......... 17 
2.6.­Manual de la Construcción en Acero .............................................................. 19 
3.­SECCIONES COMPUESTAS................................................................................ 21 
3.1.­Introducción .................................................................................................... 21 
3.2­Desarrollo histórico .......................................................................................... 21 
3.3.­Ventajas de la construcción compuesta.......................................................... 22 
3.4.­Construcción compuesta................................................................................. 23 
3.5.­Vigas compuestas........................................................................................... 25 
3.6.­Procedimientos de construcción ..................................................................... 28 
3.7.­Dimensionamiento .......................................................................................... 30 
3.8.­Conectores de cortante................................................................................... 32 
3.8.1.­Introducción............................................................................................... 32 
3.8.2.­Desarrollo de los conectores de cortante .................................................. 33 
3.8.3.­Tipos de conectores de cortante ............................................................... 33 
3.8.4.­Conexión de cortante ................................................................................ 34 
3.8.5.­Resistencia de conectores de cortante...................................................... 39 
3.9.­Resistencia por flexión.................................................................................... 45 
3.10.­Resistencia por cortante ............................................................................... 52 
3.11.­Deflexiones ................................................................................................... 54 
3.11.1.­Deflexiones a largo plazo por flujo plástico ............................................. 54 
3.11.2.­Deflexiones de vigas compuestas ........................................................... 55 
3.11.3.­Deflexiones de vigas embebidas............................................................. 57 
3.11.4.­Deflexiones segun las Especificaciones de la AASHTO ......................... 57 
3.12.­Vigas  compuestas con cubiertas de acero troqueladas............................... 57 
3.13.­Vigas parcialmente compuestas ................................................................... 61 
3.14.­Vigas embebidas........................................................................................... 62
3.15.­Vigas continuas............................................................................................. 62 
3.16.­Diseño de secciones compuestas................................................................. 63 
3.17.­Diseño de secciones embebidas .................................................................. 65 
3.18.­Columnas compuestas.................................................................................. 67 
3.18.1.­Introducción............................................................................................. 67 
3.18.2.­Especificaciones...................................................................................... 68 
3.18.3.­Resistencia de diseño para columnas compuestas cargadas 
axialmente ........................................................................................................... 70 
3.18.4.­Diseño de columnas compuestas  sujetas a carga axial y flexión ........... 73 
4.­APLICACIONES .................................................................................................... 80 
5.­DIAGRAMAS DE FLUJO .................................................................................... 135 
CONCLUSIONES .................................................................................................... 144 
NOMENCLATURA................................................................................................... 145 
BIBLIOGRAFÍA ....................................................................................................... 150
I 
PROLOGO 
Aparte  del método de  Diseño por Esfuerzos Permisibles y el método de Diseño Plastico, 
el  método  de  Diseño  por  Factores  de  Carga  y  Resistencia  (LRFD)  es  una  nueva 
alternativa  para  los  edificios  de  acero  estructural.    En  1986,  el  AISC  edito  las  primeras 
especificaciones para  el  diseño de  factores de  carga  y  resistencia  de  edificios de acero 
estructural  y  en  1988  un  manual  de  construcción  en  acero,  denominado  (LRFD).  La 
segunda edición del manual LRFD publicada en 1994, contiene las especificaciones AISC 
de 1993. 
Debido  a  la  importancia  en  la  resistencia,  economía  y  estética,  ingenieros  y  arquitectos 
recurren  actualmente  al  diseño  compuesto.  El  presente  trabajo  esta  basado  en  las 
Especificaciones del Instituto Americano de la Construccion en Acero (AISC) y el manual 
LRFD ; lo cual se enfoca principalmente al diseño de vigas y columnas compuestas. 
Las diversas ecuaciones indicadas y  empleadas  en los respectivos problemas ilustrativos 
de los diferentes temas, se han traducido al sistema métrico decimal. Las dimensiones y 
valores de resistencia se tomaron de acuerdo  a  las empleadas en nuestropaís; a fin de 
facilitar su aplicación y entendimiento. Se incluye suficiente teoría y diferentes problemas 
ilustrativos  para una mayor información y comprensión, a si como también diagramas de 
flujo para que se pueda entender  aun más el proceso del diseño compuesto.
1 
1.­ GENERALIDADES DE DISEÑO ESTRUCTURAL 
1.1.­DISEÑO ESTRUCTURAL 
La  palabra  diseño  se  refiere  al  dimensionamiento  de  los  miembros  de  una  estructura 
después  de  que  se  han  calculado  los  elementos  mecanicos,  ya  sea  esta  de  acero 
estructural,  de  concreto  reforzado  y/o  compuesto  de  acero­concreto,  para  lo  cual  se 
selecionan las secciones transversales adecuadas para que  resistan las cargas a que va 
estar sometida, por  lo que el estructurista debe distribuir  y proporcionar adecuadamente 
los miembros estructurales para que puedan montarse facilmente, y tengan la resistencia 
sufuciente,  al  igual    que  sean  econòmicas.  En  consecuencia  el  estructurista  debe 
garantizar que no se va a caer la estructura diseñada, por lo cual una de las prioridades 
màs  imporatntes del estructurista es  la seguridad ya que  la estructura debe soportar no 
solo las cargas a que va estar sometida, si no tambièn debe de soportar los estados limite 
de servicio, es decir debe considerar que los desplazamientos, agrietamientos, vibraciones 
o daños no sean excesivos, para que no puedan perjudicar su capacidad para soportar las 
cargas de  la estructura. Para  hacer un buen diseño  se  requiere  la  evaluaciòn de  varias 
alternativas de estructuraciòn de los miembros y de sus conexiones, por lo que se deven 
hacer  varios  diseños    para  poder  abatir  costos,  tanto  en  la  estructuraciòn  como  en  la 
construciòn sin sacrificar la resistencia de la misma. Otra prioridad del estructurista es la 
factibilidad, ya que en el diseño de los miembros se debe ver que se puedan fabricarse y 
montarse sin que haya problemas, por lo que el estructurista debe adaptar sus diseños a 
los mètodos de fabricaciòn y a los materiales e instalaciones disponibles. 
Para poder selecionar y evaluar el sistema estructural en una forma global, el estructurista 
debe  de  tener  un  conocimiento  suficiente  en  el  diseño  de miembros  individuales  de  la 
estructura para poder diseñar de una forma eficiente y econòmica. 
1.2.­ ACERO  ESTRUCTURAL 
El  acero  resulta  de  la  combinaciòn  de  hierro  y  pequeñas  cantidades  de  carbono,    que 
generalmente es menor al 1% y pequeños porcentajes de otros elementos, siendo uno de 
los  materiales  estructurales  màs  importantes,  ya  que  es  de  alta  resistencia  en 
comparaciòn  con  otros  materiales  estructurales,  otras  de  sus  propiedades  es  la 
uniformidad  ya  que  no  cambia  apreciablemente  con  el  paso  del  tiempo,  como  las 
estructuras de concreto reforzado, que se da por el efecto del flujo plàstico. La elasticidad 
del  acero  es  otra  caracteristica  importante,    ya  que  es  capaz  de  recuperar  su  estado 
primitivo  despues de que  se  le ha aplicado una  fuerza que  lo  deforma,  esto  se  da  si  la 
deformaciòn no ha pasado un limite  (limite de elasticidad), este comportamiento sigue la 
ley  de  Hooke.  La  durabilidad;  si  el  mantenimiento  de  la  estructura  es  adecuado,  esta 
tiende  a  tener  un  ciclo  de  vida màs  largo.  La  ductibilidad  es  la  propiedad  que  tiene  un 
material de soportar grandes deformaciones antes de fallar bajo esfuerzos de tensiòn muy 
grandes. En el acero con bajo contenido de carbono, en  la prueba de  tensiòn sufre una 
reducciòn considerable en su secciòn  transversal y un gran alargamiento en el punto de 
falla,  antes  de  que  se  fracture.  La  tenacidad  es  otra  propiedad;  el  acero  cuando  se  le 
aplica  una  fuerza  considerable  que  provoca  una  gran  deformaciòn    en  su  seccion 
transversal, serà  a un capaz de resistir mayores fuerzas.
2 
Otra  ventaja  es  la  soldabilidad  que  consiste  en  la  union  de  dos metales  por  presión  y 
fusión,  esto  se  realiza  a  altas  temperaturas  (soplete,  etc.).  La  facilidad  de  corte  es  otra 
propiedad ya que se puede cortar facilmente. 
El acero se produce por la refinaciòn del mineral de hierro y metales de desecho, junto con 
agentes  fundentes  apropiados;  Coke  (para  el  carbono)  y  oxìgeno,  en  hornos  a  alta 
temperatura, para producir grandes masas de hierro llamadas arrabio de primera fusiòn. El 
arrabio  se  refina  aùn  mas  para  mover  el  exceso  de  carbono  y  otras  impuresas  y/o  se 
combina (aleación) con otros metales como cobre, nìquel, cromo, manganeso, molibdeno, 
fosforo,  sìlice,  azufre,  titanio,  columbio,  y  vanadio,  para  producir  las  caracteristicas 
deseadas de resistencia, ductibilidad, soldabilidad y resistencia  a la corrosiòn. 
Los lingotes de acero obtenidos de este proceso pasan entre rodillos que giran a la misma 
velocidad y en direcciones opuestas para producir un producto semiterminado, largo y de 
forma rectangular que se llama plancha o lingote, dependiendo de su secciòn transversal. 
Desde  aquì,  se  envìa  el  producto  a  otros  molinos  laminadores  para  producir  el  perfil 
geomètrico  final  de  la  secciòn,  incluyendo  perfiles  estructurales  asì  como  barras, 
alambres,  tiras,  placas  y  tubos.  El  proceso  de  laminado,  ademàs  de  producir    el  perfil 
deseado,  tiende  a  mejorar  las  propiedades  materiales  de  tenacidad,  resistencia  y 
maleabilidad. Desde estos molinos laminadores,  los perfiles estructurales se embarcan a 
los fabricantes de acero o a los depòsitos, segùn se soliciten. 
Algunas  propiedades  de  las  mas  importantes  del  acero  estructural  es  el  modulo  de 
elasticidad  (Es),  relativamente  independiente  de  la  resistencia de  fluencia;  el modulo  de 
alasticidad  para  todos  los  aceros  es  de  1968400  kg/cm 2 (28000  Ksi)  a  2109000  kg/cm 2 
(30000 Ksi), pero el que generalmente se  toma para el diseño es de 2040000 kg/cm²   o 
29 000 Ksi. La densidad del acero estructural es de 7.85 ton/m³ o 490 lbs/pie³. 
• El modulo cortante (G) es otra propiedad y se puede calcular como: 
G = E / 2(1 +μ  ) 
Donde 
μ= coeficiente de Poisson, igual a 0.3 para el acero. 
Usando μ=3; G=784615 kg/cm 2 . 
• El coeficiente de expansiòn termica del acero (ά). 
ά = 11.25  X 10 ­6 por ºCelsius 
Δ L = ά( Tf – Ti)L 
• El punto de  fluencia (Fy) y resistencia ùltima a  tensiòn (Fu). En la  tabla 1.1 se dan los 
puntos de fluencia de los varios grados de acero que interesan al ingeniero estructural.
3 
Tabla 1.1.­ Propiedades de los aceros estructurales 
Designación 
ASTM 
Acero  Formas  Usos  Fy min 
Ksi 
Fu min 
tensión ksi 
A­36  Al carbono  Perfiles, 
barras y 
placas 
Puentes, edificios 
estructurales en gral. 
Atornillados, remachados y 
soldados 
36 e < 8" 
32 e > 8" 
58 – 80 
A­529  Al carbono  Perfiles y 
placas 
e< ½" 
Igual al A­36  42  60­85 
A­441  Al 
magnesio, 
vanadio de 
alta 
resistencia y 
baja 
aleación 
Perfiles, 
placas y 
barras 
e < 8" 
Igual al A­36 
Tanques 
40­50  60­70 
A­572  Alta 
resistencia y 
baja 
aleación 
Perfiles, 
placas y 
barras 
e< 6" 
Construcciones atornilladas, 
remaches. No en puentes 
soldados cuando Fy> 55 ksi 
42­65  60­80 
A­242  Alta 
resistencia, 
baja 
aleación y 
resistente a 
la corrosión 
atmosférica 
Perfiles, 
placas y 
barras 
e< 4" 
Construcciones soldadas, 
atornillada, técnica especial 
de soldadura 
42­50  63­70 
A­588  Alta 
resistencia, 
baja 
aleación y 
resistente a 
la corrosión 
atmosférica 
Placas y 
barras 
Construcciones atornilladas 
y remachadas 
42­50  63­70 
A­514  Templados 
y revenidos 
Placas 
e< 4" 
Construcciones soldada 
especialmente. No se usa si 
se requiere gran ductilidad 
90­100  100­150 
1.3.­ PRODUCTOS DE ACERO 
Los lingotes de acero de la refinaciòn del arrabio se laminan para formar placas de anchos 
y  espesores  variables;  diversos  perfiles  estructurales;  barras  redondas,  cuadradasy 
retangulares; tubos. La mayor parte del laminado se efectùa sobre el acero en caliente, y 
el producto se laama “ acero laminado en caliente”. Despues de que se enfrian, algunas 
de las placas màs delgadas se laminan o doblan aùn màs, para hacer productos de acero 
laminados en frìo o “formados en frìo”.
4 
Perfiles W 
Este tipo de perfil es el que  generalmente se usa para el diseño, ya que es un perfil de 
patìnes anchos, es doblemente simetrico. 
Un W16 X 40 tiene un  peralte nominal total de 16 pulg y  un peso de 40 Lb/pie. 
Tambièn se indica como  W410 X 59.5 con un peralte nominal 410 mm ( este valor es el 
promedio de varios peraltes de todas las secciones con un redondeo de 5 mm) y con una 
masa de 59.5 kg/m. 
Perfiles S 
Estos perfiles se conocian anteriormente como vigas I (vigas American Standard), siendo 
doblemente simetricos.Estos se diferencian con los perfiles W por tener el patìn mas chico, 
con una pendiente aproximada de 16.7  º, su peralte nominal y el  teorico son  iguales   a 
diferencia de los perfiles W que varian. 
Perfiles M. 
Son perfiles ligeros y simètricos. Existen 20 perfiles de este tipo. Un perfil M360 X 25.6 es 
el mayor de la clasificaciòn M, y es una secciòn de peralte nominal de 360 mm y una masa 
de 25.6 kg/m (M14 X 17.2). 
Perfiles C 
Son perfiles de canal, con la misma inclinaciòn  de los patines que los perfiles S, llamados 
anteriormente  canales  standard o American Standard,  siendo el  peralte  nominal  igual  al 
peralte teorico. 
Un C150 X 19.3 es un perfil estàndar de canal que tiene un peralte nominal de 150 mm y 
una masa de 19.3 kg/m (C6 X 13). 
Perfiles MC 
Estos  son  perfiles  en  canal  que  no  se  clasifican  como  perfiles  C.  Se  conocian  como 
canales diversos o para construciòn de barcos. 
Perfiles L 
Estos perfiles son de lados iguales o desiguales. 
Un perfil L6 X 6 X ¾ es un angulo de lados iguales con una dimensiòn nominal de 6 pulg y 
con un espesor de 3/4 pulg. 
Un perfil L89 X 76 X 12.7 es un angulo de lados desiguales con una  dimension nominal 
de cada uno de sus lados de 89 y 76 mm recpectivamente, y  con un espesor de 12.7 mm 
en sus lados (L3  ½ X 3 ½ ). 
Perfiles T 
Son tes estructurales que se obtienen cortando los perfiles W , S, M. Para  la obtenciòn de 
una WT, ST, MT respectivamente, generalmente el corte se hace a la mitad, pero tambièn
5 
se pueden cortar mas largos. Las tablas con perfiles T se basan en cortes simetricos. Un 
perfil WT 205 X 29.8 es una te estructural con un peralte nominal de 205 mm y una masa 
de 29.8 kg/m, y se obtiene dividiendo la secciòn W410 X 59.5 ( de una secciòn W16 X 40). 
Figura  1.1.­ Secciones de perfiles laminados 
1.4.­RESISTENCIA DEL ACERO 
Las  propiedades  del  acero  estructural  nos  permite  conocer  el  comportamiento  de  las 
estructuras  de  acero,  y  para  entender  parte  de  ese  comportamiento  se  cuenta  con  los
6 
diagramas  de  esfuerzo­deformación.  El  esfuerzo  de  fluencia    es  la  propiedad  más 
importante que  ingeniero estructural  considera para un diseño, ya que  la mayoria de  los 
procedimientos se basan en el. La resistencia de fluencia es el mìnimo valor garantizado 
por el  productor de acero y que se basa en el promedio estadistico y la consideraciòn del 
valor mìnimo de fluencia obtenido mediante un gran nùmero de pruebas. Asì, para el acero 
A­36, el valor garantizado es Fy=36 Ksi (2530 kg/cm 2 ), pero el valor màs probable serà 
del orden de 43 a 48 Ksi (3020 a 3370 kg/cm 2 ). De modo similar, un acero A­441, con un 
punto de fluencia de  50 Ksi (3515 kg/cm 2 ), tendra una resistencia de fluencia del orden de 
57  Ksi  (4000  kg/cm 2 ).  Conforme  la  fluencia  garantizada  hasta  aproximadamente  65  Ksi 
(4670 kg/cm 2 ) los valores real y garantizdo, convergen. 
Desde cerca de  1 900 a 1 960, el grado principal de acero disponible era el llamado A­7 
con Fy = 33 Ksi  (2320 kg/cm 2 ); esto  fue  la consecuencia de  la mayor popularidad de  la 
soldadura  debido  a  las  actividades  en  la  construcciòn  de  buques  en  la  segunda  guerra 
mundial.  Cuando  se  renueven  edificios  màs  antiguos,  el  ingeniero  estructural  puede 
ocuparse de incorporar los nuevos aceros a los antiguos grados. 
A partir de 1960 se han sustituìdo los grados de acero A­373 y A­7 por aceros A­36, que 
representan un 10 % de aumento en la resistencia de fluencia sobre el grado A­7. En los 
años  treinta,  se  inicio  la  producciòn  de  acero  de  alta  resistencia  y  tambièn  resiste  a  la 
corrosiòn, y al que se le designo como A­272 (està descrito en la especificaciòn  A­272 de 
la  ASTM).  En  1959  se  escribiò  la  especificaciòn  ASTM  A­440,  para  otro  acero  de  alta 
resistencia, aplicable a  la construcciòn con remaches y  tornillos; en 1960 se  introdujo el 
acero A­441, aplicable a la construcciòn soldada. Todos estos tres aceros tienen un punto 
de fluencia que depende del espesor del metal, como se muestra en la tabla 1.1. 
Desde  cerca  de  1964  se  han  incorporado  las  normas  ASTM    las  especificaciones  para 
varios  otros aceros de alta resistencia (baja aleaciòn); estos aceros aparecen como A­572 
y A­588. En la tabla 1.1 se muestra que el acero descrito en la especificaciòn A­572 cubre 
varias resistencias de fluencia, llamadas grados, tales como los grados 42, 45, 50, 55, 60, 
y 65 para el correspondiente esfuerzo mìnimo garantizado de fluencia en Ksi. En general, 
la resistencia de fluencia de estos nuevos aceros tambièn dependen del espesor como se 
muestra en la tabla 1.1. 
En terminos de costo/unidad de masa, el acero A­36 es el màs econòmico. Los aceros de 
alta resistencia  tienen su aplicaciòn principal en aquellos casos donde los esfuerzos son 
principalmente  de  tensiòn.  Las  vigas  de  acero  de  alta  resistencia  pueden  tener  una 
deflexiòn excesiva, debido asl mòdulo de secciòn reducido. Las columnas de acero de alta 
resistencia pueden resultar menos econòmicas que el acero A­36 si la relaciòn de esbeltez 
( KL/r ) es grande. 
Las  trabes  hibridas  en  el  que  se  usa  el  acero  de  alta  resistencia  en  los  patines,  o  las 
columnas armadas, en estas puede que  suministre mejores soluciones en los casos que 
se  restrinjan  las  dimensiones  de  los  miembros.  En  su  caso  determinado,  es  necesario 
efectuar un anàlisis econòmico y de disponibilidad para determinar si es apropiado usar 
acero de alta resistencia.
7 
Figura 1.2.­ Diagrama esfuerzo­deformacion del acero 
El  límite  de  proporcionalidad  es  el  punto  más  alto  de  la  porción  recta  del  diagrama 
esfuerzo­deformación,  para  la  cual  es  todavía  es  valida  la  ley  de  Hooke.  Cuando  un 
material soporta un esfuerzo (máximo), sin que se deforme permanentemente se dice que 
esta  en  su  límite  elastico  o  límite  de  proporcionalidad.  Cuando  el  acero  presenta  un 
incremento  brusco  en  su  deformación  sin  que  el  esfuerzo  se  incremente,  se  denomina 
esfuerzo de fluencia del acero. La deformación del acero antes del esfuerzo de fluencia se 
llama  limite  elastico    en  el  cual  se  basa  el  diseño  por  esfuerzos  permisibles  o  diseño 
elastico; en el rango donde el acero se deforma despues del esfuerzo de fluencia, sin que 
se incremente el esfuerzo, se le considera rango plastico o deformación plastica, en la cual 
se  basa  el  diseño  plástico  o  diseño  ultimo,  lo  cual  aprovecha  la  resistencia  de  reserva 
(deformación  plástica)  que  proporciona  la  ductibilidad  del  acero.  En  la  zona  de 
endurecimiento  por  deformación  el  acero  requiere  esfuerzos  adicionales  para  que  se 
pueda  deformar  más;  posteriormente  alcanza  un  esfuerzo  máximo  sin  que  se  rompa 
tadavía, es esfuerzo de roptura sucede por debajo del esfuerzo máximo, cuando el acero 
presenta una reducción máxima de su sección transversal (estricción de fluencia). 
La  resistencia  de  fluencia  de  diversos  grados  de  acero  que  estàn  disponibles  para  el 
diseño, sepueden ver en la tabla 1­1. 
Aceros Estructurales 
(De acuerdo a la American Society of Testing Materials ASMT) 
• Aceros generales (A­36). 
• Aceros estructurales al carbono (A­529). 
­b.1 Bajo contenido de carbono (<0.15 %)
8 
­b.2 Dulce al carbono (0.15 – 0.29 %) 
­b.3 Medio al carbono (0.30 – 0.59 %) 
­b.4 Alto contenido de carbono (0.6 – 1.7 %) 
• Aceros estructurales de alta resistencia y baja aleación (Mo, V y Cr), (A­441 y A­572) 
aleación al 5 %. 
• Aceros estructurales de alta resistencia y baja aleación, resistentes a la corrosión 
atmosférica (A­242, A­588). 
• Acero templado y revenido (A­514). 
1.5.­ INFLUENCIA DE LA TEMPERATURA EN EL ACERO 
Efectos de altas temperaturas 
Los miembros de acero no son  inflamables, pero su resistencia se reduce de una  forma 
considerable cuando aumenta drasticamente su  temperatura en un incendio, el acero es 
un excelente conductor del calor, por lo que en las zonas que no estan protegidas contra 
el fuego y que estan en contacto con materiales inflamables,  se deben proteger ya que se 
pueden incendiar. La resistencia depende en alto grado de la temperatura; a 1 000º F, la 
resistencia  tanto de  fluencia  como de  tensiòn  es  alrededor  del  60  a  70 por  ciento de  la 
obtenida  a  la  temperatura  ambiente  (alrededor  de  70º  F).  La  perdida  de  resistencia  es 
bastante notable a altas temperaturas, donde la resistencia del acero a 1 600º F es sòlo el 
15  por ciento de la resistencia a la temperatura ambiente. 
La  resistencia  contra  el  fuego  de  los miembros  estructurales  se  puede  incrementar  con 
una  cierta  protección que depende del  tipo de estructura,  en  estructuras  de acero  se  le 
puede aplicar  pinturas  especiales  (aislantes y  expansivas),  una  capa de  concreto,  yeso, 
fibras minerales etc., en un  miembro de acero  hueco se le  puede proveer un liquido con 
un agente anticongelante en su interior, para el control de altas temperaturas.  El concreto 
anteriormente se usaba mucho para proteger estructuras de acero contra el fuego, ya que 
resulta muy efectivo en espesores de 1 ½ a 2 pulg. (4 a 5 cm) de espesor; pero su costo 
de  instalación es muy alto y su peso  también,  lo cual resulta antieconomico, debido a  lo 
anterior, en  las secciones compuestas se aprovecha  las caracteristicas estructurales del 
concreto y del acero, para contrarrestar esta problemática y pueda ser satisfactorio, tanto 
en la protección contra el fuego, como en la resistencia de los miembros estructurales. Se 
han establecido clasificaciones de protecciòn contra incendios para los diversos materiales 
y espesores que se pueden aplicar a un miembro estructural para controlar la temperatura. 
Se  incluyen  productos  a  base  de  yeso,  o  concreto  ligero  que  se  puede  rociar  sobre  el 
miembro ò tableros aislantes de fibra para proteger el acero. La clasificaciòn de incendios 
se basa en el nùmero de horas que le toma el acero alcanzar una temperatura promedio 
de  540  a  650ºC  para  el  espesor  dado  de  material  de  protecciòn  contra  incendios, 
utilizando un procedimiento estàndar de prueba segùn viene dado por la ASTM E­119 (en 
la parte 18). Una clasificaciòn de incendio de 2 horas, que se usa comùnmente, indica que
9 
tarda  2  horas  que  la  temperatura  del  acero  alcance  el  nivel  indicado  por  la  prueba 
estàndar. 
Efectos de bajas temperaturas 
La fractura fragìl a menudo se asocia con las bajas temperaturas. Bàsicamente, la fractura 
fràgil  ocurre  sin  que  haya  fluencia  del  material.  Las  curvas  de  esfuerzo­deformaciòn 
indican  que  en  la  falla  usual  de  un  espècimen  a  tensiòn,  tiene  lugar  una  considerable 
elongaciòn. De hecho, en la prueba estàndar a tensiòn de la ASTM, se especifica un por 
ciento  mìnimo  de  elongaciòn  para  el  acero.  En  el  diseño  del  acero  està  implìcita  la 
deformaciòn  resultante  (fluencia)  del  material  bajo  un  alto  esfuerzo  local.  Cuando  el 
material  sufre  elongaciòn,  las  dimensiones  laterales  se  contraen,  debido  al  efecto  de 
Poisson.  Si  las  dimensiones  laterales  estàn  total,  o  hasta  parcialmente  restringidas,  el 
acero  se  separà  sin  desarrollar  totalmente  su  potencial  de  fluencia.  Este  tipo  de  falla 
constituye lo que se conoce como “fractura fràgil”. 
Una  combinaciòn  de  baja  temperatura,  un  cambio  en  las  dimensiones  de  la  secciòn 
(efecto de muesca) o alguna imperfecciòn, junto con la presencia de esfuerzos de tensiòn, 
pueden iniciar una fractura fràgil. Esto puede empezar como una grieta que se desarrolla 
hasta constituir la falla del miembro. No todos los miembros que presentan muescas en un 
ambiente  de  baja  temperatura  y  sometido  a  una  alta  tasa  de  deformaciòn  por  tensiòn 
fallan;  tiene que haber exactamente  la combinaciòn apropiada de deformaciòn y  tasa de 
deformaciòn, temperatura y efecto de muesca. 
1.6.­ SOLICITACIONES DE CARGAS 
Toda  estructura  y  cada  uno  de  sus  miembros  deben  diseñarse    para  cualquier  estado 
lìmite  de  falla  posible  ante  las  combinaciones  de  acciones  màs  desfavorables  que  se 
puedan presentar durante la vida ùtil de la estructura, no rebasando ningun estado lìmite 
de  servicio  ante  las  combinaciones  de    acciones  que  corresponden  a  condiciones 
normales de operaciòn. 
El  estado  lìmite  de  falla  corresponde  al  agotamiento  de  la  capacidad  de  carga  de  la 
estructura  o  de  cualquier  miembro,  ocurriendo  daños  irreversibles  que  afectan 
considerablemente  la  resistencia ante nuevàs aplicaciones de carga. El estado  lìmite de 
servicio  corresponde  a  los  desplazamientos,  agrietamientos,  vibraciones  o  daños  que 
afectan al funcionamiento de la estructura, estas no deben de perjudicar la capacidad de 
carga de la estructura o de cualquier miembro estructural. 
En el diseño de estructuras se deben tomar encuenta los efectos de las cargas muertas, 
de las cargas  vivas, del sismo y del viento, cuando este ùltimo sea significativo, tambièn 
cuando  otros  efectos  producidos  por  otras  acciones  sean  significativos  (nieve,  lluvia  o 
hielo,  debido    al  funcionamiento  de  maquinaria  y  equipo  y  su  acupaciòn)  se  deben 
considerar  en diferentes combinaciones para el diseño.
10 
Categorias de acciones, deacuerdo con la duraciòn: 
1.  Acciones  Permanentes:  Son  aquellas  que  obran  sobre  la  estructura  en  forma 
continua,  y  cuya  intensidad  casi  no  varía  con  el  tiempo  (carga  muerta,  el  empuje 
estatico de tierras y de liquidos, etc.). 
2.  Acciones Variables: Son aquellas que obran sobre la estructura  con una intensidad 
que  varía  considerablemente  con  el  tiempo  (cargas  vivas,  efectos  de  tamperatura 
(lluvia, nieve, hielo), etc.). 
3.  Acciones Accidentales: Son aquellas que no se deben al funcionamiento normal de la 
estructura,  y  que  pueden  tomar  valores  significativos  en  periodos  sumamente 
pequeños con respecto a la vida útil de la estructura (vientos, sismos, incendios, etc.). 
Toda  fuerza  que  actue  sobre  la  estructura  se    se  denomina  carga,  estas  cargas  se 
clasifican en muertas y vivas. 
• Las  cargas muertas  ocupan  una  posiciòn permanente  y  son de magnitud  constante, 
incluyen el peso propio de la estructura, el peso de componentes no estructurales como 
recubrimientos de pisos, lo muros divisorios, plafones, instalaciones, equipo macànico y 
plomerìa  . Todas  las cargas mencionadas hasta ahora son  fuerzas que  resultan de  la 
gravitaciòn  y  se  llaman  cargas  de  gravedad.  Para  su  evaluaciòn  se  cuantan  con  las 
dimensiones de los elementos constructivos y los pesos unitarios de los materiales. 
• Las cargas vivas, que tambièn pueden ser fuerzas de gravedad, estas se producen por 
el uso y ocuapaciòn de las edificaciones, estas no son tan permanentes como las cargas 
muertas. Ellas  pueden o no estar actuando sobre la estructura en cualquier momento y 
su posiciònpuede no ser fija  (muebles, el equipo  y los ocupantes de los edificios). En 
general,  la  magnitud  de  una  carga  viva  no  està  bien  definida  como  la  de  una  carga 
muerta y usualmente debe ser estimada, pero el peso mìnimo de las cargas vivas que 
debe usarse en el diseño de edificios se especifican claramente en  los  reglamentos o 
còdigos de construcciòn que serìan las cargas de piso, para el caso del reglamento del 
D.F.  presenta  una  tabla  de  cargas  unitarias  que  no  incluyen  el  peso  de  los  muros 
divisorios,  de muebles,  equipos  u  otros  elementos  de peso,  por  lo  cual  si  se  preveen 
deben  cuantificarse  y  tomarse  en  cuanta  en  el  diseño  en  forma  independiente  de  la 
carga viva especificada en el reglamento del D.F., lo cual, se deveran estudiar diferentes 
posiciones  de  carga  viva  para  ciertos  miembros  estructurales  a  fin  de  que  se  pueda 
pasar por alto una condiciòn potencial de falla. 
Otras cargas vivas; 
Si una carga viva se aplica lentamente y no es retirada, ni se àplica un nùmero excesivo 
de  veces,  la  estructura  puede  analizarse  como  si  la  carga  fuera  estàtica.  La  carga  de 
impacto las causan la vibraciòn de cargas mòviles, en el caso de una carga que se aplica 
repentinamente, como es el caso cuando la estructura soporta una grùa mòvil, los efectos 
de  impacto deben  tomarse encuenta.   Cuando  la carga se aplica y  retira muchas veces 
durante la vida de la estructura, como en el caso de los puentes que estan sujetos a una 
serie de cargas de magnitud variable, el esfuerzo de fatiga se vuelve problemàtico y sus
11 
efectos  deben  considerarse.  Las  cargas  de  impacto  ocurren  relativamente  en  pocos 
edificios, sobre  todo en edificios  industriales, y  la carga por  fatiga es  rara,  requirìendose 
miles de ciclos de carga durante la vida de la estructura antes que la fatiga se vuelva un 
problema. 
El viento actua como presiones o succiones sobre las superficies exteriores de un edificio; 
este  se  toma  como    uan  accion accidental debido a  su  naturaleza  transitorial,  tal  carga 
permanece mas bien a la categorìa de las acargas vivas. Sin embargo, debido a la relativa 
complejidad de determinar las cargas de viento, èstas se consideran como una categoria 
aparte de carga. Este tipo de carga lateral es mas perjudicial en edificios altos, siendo no 
tan  importante  en  edificios  de  poca  altura,  pero  estructura  de  poco  peso  como  naves 
industriales puede causar efectos como el levantamiento del sistema de techo, lo cual es 
muy cririco. Si bien el viento èsta presente la mayor parte del tiempo, las cargas de viento 
de  la  magnitud  considerada  en  el  diseño  no  son  frecuentes  y  no  se  consideran  como 
cargas  de  fatiga.  La  presiòn  del  viento  que  actua  sobre  superficies  verticales  de  una 
estructura se puede estimar con la siguiente expresiòn: 
P=0.002558 CsV² 
Donde: 
P= Presiòn del viento en lb/pie² 
Cs=Coeficiente de acuerdo a la forma; para estructuras tipo caja es igual a 1.3 de donde 
0.8 es  para la presiòn de barlovento y 0.5 para la succiòn de sotavento. 
V=  Velocidad  bàsica  del  viento  en  mi/hra.  Estimada  con  ayuda  de  los  reportes 
meteorologicos en cada regiòn del paìs. 
Las  cargas  de  sismo  son  consideradas  en  zonas  sismicas  y  donde  pueda  haber 
probabilidad  de  que  se  pueda  presentarse.  Cuando  se  presenta  un  sismo  hay  una 
aceleraciòn en el  terreno,  la  cual  tiene dos componentes,  que  serian  una  vertical  y otra 
horizontal, debido  a que la componente vertical es insignificante, en un anàlisis estructural 
se toman encuanta los efectos de la componente horizontal de un sismo y se simula por 
un  sistema  de  cargas  horizontales,  similares  a  los  originados  por  la  presiòn  del  viento, 
actuando en cada nivel de piso del edificio, el efecto de la aceleraciòn horizontal crece con 
la altura debido al efecto de “resonancia” del sismo. 
La  nieve  es  otra  carga  viva,  en  paises  muy  frios  estas  cargas  son  muy  importantes. 
Debido a la incertidumbre que es causada por la presencia del viento que suele acumular 
la nieve sobre àreas muy pequeñas. Los valores mayores de carga se usan para techos 
horizontales y los menores para techos inclinados. 
La  lluvia,  es  otro  tipo  de  carga  y  que  se  puede  considerar menos  problematica  que  la 
carga  de  nieve,  pero  si  se  acumula  el  agua  en  techos  sin  pendiente  (encharcamiento), 
puede causar que la losa se deflexione y forme una especie de vaso y se pueda acumular 
màs agua, y que con el tiempo provoque daños en la estructura. 
Otros  tipos  de  cargas  vivas  que  en  ocasiones  debe  considerar  en  el  diseño  son  las 
presiones hidrostaticas y la presiòn del suelo, pero los casos que se han mencionado 
son  los comùnmente encontrados en el diseño de  los marcos estructurales de acero de 
edificios y de sus miembros.
12 
2.­ REGLAMENTOS, ESPECIFICACIONES Y MÉTODOS DE DISEÑO. 
2.1.­ REGLAMENTOS DE CONSTRUCCIÓN 
El diseño y construcciòn de todas las estructuras debe estar deacuerdo a un reglamento 
de  construcciòn,  que  es  un  documento  legal  que  contiene  los  requisitos  relativos  a  la 
seguridad  estructural,  construcciòn,  seguridad  contra  el  fuego,  plomerìa,  ventilaciòn  y 
accesibilidad  para minusvàlidos.  Un  reglamento  de  construcciòn  tiene  fuerza  legal  y  es 
administrado  por  una  entidad  gubernamental  como  una  ciudad,  un  municipio  o  para 
algunas  àreas  metropolitanas  grandes,  un  gobierno  establecido.  Los  reglamentos  de 
construcciòn  no  dan  procedimientos  de  diseño,  pero  ellos  especifican  los  requisitos  y 
restricciones de diseño que deben satisfacerse. De particular importancia para el ingeniero 
estructurista  es  la  prescripciòn  de  las  cargas  vivas  mìnimas  en  edificios.  Aunque  el 
ingeniero  es  alentado  a  investigar  las  condiciones  de  cargas  reales  y  a  determinar  sus 
valores, la estructura debe ser capaz de soportar esa cargas mìnimas especificadas. 
Aunque  en  algunas  grandes  ciudades  tienen  sus  propios  reglamentos  de  construccion, 
muchas minicipalidades modifican un reglamento de contrucciòn modelo cuando conviene 
a  sus  necesidades  particulares  y  lo  adoptan  en  forma  modificada.    Los  reglamentos 
modelo  son  escritos  por  varias  organizaciones  no  lucrativas  en  forma  que  puede  ser 
facilmente  adoptada  por  un  organismo  gubernamental.  En  EUA  tiene  tres  reglamentos 
modelo nacionales: El Uniform Building Code (ICBO, 1997), el Standard Building Code es 
el  reglamento  màs  ampliamente  usado  en  Estados  Unidos.  Un  documento  similar  en 
forma  a  un  reglamento  de  contrucciòn,  es  el    ASCE  7­95,  Minimum  Design  Loads  for 
Building and Other Structures  (ASCE,  1996). Este  documento  proporciona  los  requisitos 
de  carga  en  un  formato  adecuado  para  adopciòn  como  parte  de  un  reglamento  de 
construciòn. 
2.2.­METODOS DE DISEÑO 
Para el diseño de una estructura se debe de hacer de acuerdo a un mètodo de diseño, por 
lo que se debe tener conocimiento de los mètodos existentes. 
En  el  diseño  elàstico,  tambièn  llamado  diseño  por  esfuerzos  permisibles  o  diseño  por 
esfuerzos de trabajo, donde se consideran las cargas de servicio o de trabajo, es decir, las 
cargas que la estructura tiene que soportar, para lo cual se obiene el àrea transversal y el 
momento  de  inercia    suficiente  para  soportar  los  esfuerzos  màximos  debidos  a  esas 
cargas, sin que rebasen el esfuerzo permisible que es menor que el esfuerzo de fluencia 
Fy,  encontrandose en el  rango elastico del material,  el  esfuerzo permisible  sera  igual al 
esfuerzo de fluencia Fy ò la resistencia ùltima de tensiòn Fu entre un factor de seguridad. 
Lo cual un miembro debera soportar las cargas aplicadas que son las cargas de  trabajo 
quedando sometido a esfuerzos no mayores que el esfuerzopermisible. 
El factor de seguridad para miembros de acero estructural se obtiene como sigue:
13 
R 
S F = 
Donde: 
F=Factor de seguridad 
S=Resistencia calculada de la seccion 
R=Carga calculada de servicio 
Como hay incertidumbre en las cargas de servicio y en resistencia real de la seccion, para 
F=1, se tiene la siguiente expresion. 
R / R 1 
S / S 1 
S 
R 
R R 
S S 1 
∆ + 
∆ − 
= 
∆ + 
∆ − 
= 
Si se toma ΔS/S=ΔR/R=0.25 y que S/R=F, se obtiene: 
25 . 1 
75 . 0 F 1 = 
Por lo que 
3 
5 667 . 1 
6 . 0 
1 F = = = 
Este  factor  no  se  utiliza  en  estructuras  como  puentes  y  ferrocarriles,  ya  que  estos 
presentan  condiciones  de  carga  mas  severas,  por  lo  que  se  toma  un  valor  de 
incertidumbre igual a 0.29, donde F=1/0.55=1.82. 
El valor de F=1/0.6 se modifica a 1/0.66 para perfiles compactos. 
Esfuerzos permisibles: 
0.6Fy=0.6(36 Ksi)=21.6 Ksi (El AISC permite 22 Ksi). 
Para las especificaciones  AREA y AASHTO. 
0.55(36)=19.8 Ksi  (estas especiificaciones permiten usar 20 Ksi). 
El  diseño  plàstico  se  basa  en  el  rango  plastico  del  material,  lo  cual  considera  una 
condiciòn  de  falla  del miembro  estructural  (colapso),  es  decir,  se  basa  en  la  resistencia 
que proporciona la ductibilidad del acero y esta ocurre bajo esfuerzo constante por encima 
del limite elastico. Despues de cierta cantidad de deformacion plastica, el acero  tiende a 
endurecerse  por  deformacion,  y  es  posible  un  amento  en  la  carga,  acompañado  por 
deformaciones adicionales.  Las cargas de trabajo se multiplican por factores de seguridad 
o  de  carga  (sobrecapacidad),  y  donde  los miembros  estructurales    fallaran  bajo  cargas 
mayores que la carga de trabajo; provocando deformaciones muy grandes introduciendo al 
miembro  en  un  rango  elastico,  y  cuando  la  secciòn  transversal  se  plastifica  en  varias
14 
localidades, se formaran articulaciones plasticas en las mismas localidades, llevando asì al 
miembro al colapso. Las cargas reales son inferiores a las cargas de falla, resultando esta 
ultima    de  la  multiplicaciòn  de  las  cargas  de  servicio  por  el  factor  de  carga 
correspondiente, este metodo nos dice que el miembro fallara cuando este sometido a las 
cargas factorizadas, pero como el miembro estara soportando esfuerzos menores debido 
a  las  cargas  reales,  este  no  tendra  problemas  de  falla,  lo  cual  nos  proporciona  cierta 
seguridad. 
El  factor  de  seguridad  (factor  de  carga)  para miembros  de  acero  estructural  se  obtiene 
como sigue: 
Como  el  factor  de  forma  f  es  igual  a    a  la  relacion  del modulo  plastico  y  el modulo  de 
seccion,  Z/S.  Para  secciones  compactas  F=1/0.66=1.52.  El  momento  plastico  Mp=fMy, 
donde el factor de forma es igual a 1.22 como valor tipico para todos los perfiles laminados 
W. Usando el mismo valor de esfuerzo de trabajo fb para el metodo elastico y plastico, se 
tiene: 
S 1 F 
fMy 
S 1 F 
Mp 
S 52 . 1 
My 
= = 
Cancelando el modulo de seccion, S, se obtiene 
F1=1.52f=1.52(1.12)=1.70 
(este valor se usa en la parte 2 de las especificaciones del AISC) 
El  diseño  por  factores  de  carga  y  resistencia  (LRFD)  se  basa  en  los  estados  lìmite  del 
material, siendo similar al diseño plàstico ya que considera la resistencia o la condiciòn de 
falla. Las cargas de servicio o de trabajo se multiplican por factores de seguridad que son 
casi  siempre  mayores  que  uno  obteniendose  las  cargas  factorizadas,  estas  cargas 
factorizadas  se  usan  para  el  diseño  del miembro  estructural,  lo  cual  debe  resistirlas.  La 
resistencia  teorica  ò  nominal  es  multiplicada  por  un  factor  de  resistencia  que  es 
normalmente  menor  que  la  unidad.  Este  factor  toma  encuenta  las  incertidumbres  de 
resistencia de los materiales, dimensiones y la mano de obra. 
En la siguiente expresiòn la carga factorizada es la sumatoria de las cargas de trabajo por 
su factor de carga correspondiente y la resistencia factorizada es la resistencia tèorica por 
un factor de resistencia. 
Carga factorizada ≤ resistencia factorizada 
O bièn 
∑(cargas X factores de carga) ≤ resitencia X factor de resistencia 
O bièn
15 
 i Qi ≤ ø Rnال∑
En el mètodo por esfuerzos permisibles los factores de seguridad son los mismos para las 
cargas muertas que para las cargas vivas, en el mètodo LRFD son diferentes, ya que para 
las cargas muertas el factor de carga es menor que el factor de carga de las cargas vivas, 
por lo que las cargas muertas se pueden determinar màs facilmente que las cargas vivas, 
lo que se podrìa decir que el mètodo LRFD puede ser màs  econòmico que el diseño por 
esfuerzos  permisibles  ya  que  si  las  cargas  vivas  son  mas  pequeñas  que  las  cargas 
muertas,  las  cargas  factorizadas  se  reducirian.  El  mètodo  LRFD  proporciona  màs 
confiabilidad en el diseño de las estructuras, no importando cuales sean las cargas. 
2.3.­ ESPECIFICACIONES DE DISEÑO 
En contraste con los reglamentos de construcciòn, las especificaciones de diseño dan una 
guìa  especifica  sobre  el  diseño  de  miembros  estructurales  y  sus  conexiones.  Ellas 
presentan las directrices y criterios que permiten aun  ingeniero estructurista  llevar acabo 
los objetivos indicados en un reglamento de construcciòn. 
Las  especificaciones  de  diseño  representan  una  investigacion  constante,  ya  que  son 
renovadas  periodicamente  y  puestas  al  dia  en  suplementos  o  ediciones  completamente 
nuevas.  Igual    que  los  reglamentos  modelo  de  construccion,  las  especificaciones  de 
diseño  se  escriben  en  un  formato  legal  por  organizaciones  no  lucrativas.  Tales 
especificaciones no  tienen por sì mismas vigencia  legal, pero al presentar  los criterios y 
lìmites  de  diseño  en  forma  de  mandatos  y  prohibiciones  legales,  ellas  pueden  ser 
fàcilmente adoptadas, por referencia, como parte de un reglamento de construcciòn. 
Las  especificaciones  de  mayor  interès  para  el  ingeniero  estructurista  en  acero,  son 
aquellas publicadas por las siguientes organizaciones. 
1.American Institute of Steel Constructiòn (AISC): Estas especificaciones se refieren al 
diseño de edificios de acero estructural y sus conexiones  (AISC, 1993). 
2.American  Association  of  State  Highway  and  Transportation  Officials  (AASHTO): 
Estas especificaciones se refieren al diseño de puentes carreteros y estructuras afines. 
Ellas se refieren a todos los materiales estructurales usados normalmente en puentes, 
como el acero, el concreto reforzado y la madera  (AASHTO, 1992, 1994). 
3.American Railway  Engeneering  Association  (AREA):  Este  documento  se  refiere  al 
diseño de puentes ferroviarios y estructuras afines (AREA, 1992). 
4.American Iron and Steel Institute (AISI): Estas especificaciones tratan todo lo relativo 
al acero formado en frìo, (AISI, 1996).
16 
2.4.­ESPECIFICACIONES DEL  INSTITUTO AMERICANO DE LA CONSTRUCCIÓN EN 
ACERO 
Estas  estan  escritas  y  mantenidas  al  dìa  por  un  comitè  del  AISC  que  comprende 
practicantes de  la  ingenieria estructural, educadores, productores de acero y  fabricantes 
de estructuras. Periodicamente se publican nuevas ediciones y, siempre es necesaria una 
revisiòn intermedia, se editan suplementos. El diseño por esfuerzos permisibles ha sido el 
principal  mètodo  usado  para  los  edificios  de  acero  estructural  desde  que  las  primeras 
especificaciones AISC fueron editadas en 1923, aunque recientes ediciones han contenido 
estipulaciones  para  el  diseño  plàstico.  En  1986,  el  AISC  aditò  la  primera  especificaciòn 
para el diseño de factores de carga y resistencia de edificios de acero estructural y un libro 
en  paralelo,  el  Manual  of  Steel  Construction  (Manual  de  construcciòn  en  acero).  El 
proposito  de  esos  documentos  es  proporcionar  un  diseño  alternativo  al  diseño  por 
esfuerzos permisibles, tal como el diseño plàstico es tambiènuna alternativa. La segunda 
ediciòn del manual (AISC, 1994), incluye las especificaciones  AISC de 1993. Las normas 
de  las  especificaciones  LRFD  se  basan  en  las  investigaciones  reportadas  en  ocho 
artìculos  publicados  en  1978  en  la  revista  estructural  de  la  American  Society  of  Civil 
Engineers  (Ravindra  y  Galambos;  Yura,  Galambos  y  Ravindra;  Bjorhovde,  Galambos  y 
Ravindra; Cooper, Galambos y Ravindra; Hansell y otros; Fisher y otros; Ravindra, Cornell 
y Galambos; Galambos y Ravindra, 1978). A menos que se indique de manera diferente, 
las  referencias  a  las  especificaciones AISC y  al Manual  of Steel Construction  seràn  las 
versiones LRFD. 
EL diseño por factores de carga y resistencia no es un concepto reciente, desde 1974 se 
ha usado en Canadà, donde se conoce como diseño por estado lìmite. Es tambièn la base 
de la mayorìa de los reglamentos europeos de edificaciòn. En Estados Unidos, el  LRFD 
ha sido un mètodo aceptado de diseño para el  concreto  reforzado durante años y es el 
principal  mètodo  autorizado  por  American  Concrete  Institute’s  Building  Code,  donde  se 
conoce  como  diseño  por  resistencia  (ACI,  1995).  Las  normas  de  diseño  para  puentes 
carreteros permiten el diseño por esfuerzos permisibles (AASHTO, 1992) y el diseño por 
factores de carga y resistencia (AASHTO, 1994). 
Las especificaciones AISC son publicadas como un documento  independiente, pero son 
tambièn  parte  del  manual  de  construcciòn  en  acero.  Exepto  por  los  productos 
especializados  de  acero  como  los  de acero  formados  en  frìo,  que  son  tratados por  una 
especificaciòn diferente (AISI, 1996), las especificaciones AISC son las normas por medio 
de las cuales virtualmente todos los edificios de acero estructural se diseñan y construyen 
en Estados  Unidos. 
Las  especificaciones  consisten  en  cuatro  partes:  el  cuerpo  principal,  los  apèndices,  la 
secciòn  de  valores  numèricos  y  los  comentarios.  El  cuerpo  principal  està  organizado 
alfabèticamente  segùn  los  capitulos  A  al  M.  Dentro  de  cada  capitulo,  los  encabezados 
mayores  èstan  rotulados  con  la  designaciòn  del  capitulo  seguido  por  un  nùmero. 
Subdivisiones adicionales estàn rotuladas numèricamente. Por ejemplo, los tipos de acero 
estructural  autorizados  se  dan  en  una  lista  del  capìtulo  A,  “General  Provisions”,  bajo  la 
secciòn A3. Material y, bajo èsta, la secciòn 1. Acero estructural. El cuerpo pricipal de las 
especificaciones  es  seguido  por  apèndices  a  capìtulo  seleccionados.  Los  apèndices  de 
designan B, E, F,G,H,I,J, y K para corresponder a los capìtulos a los que se refieren. Esta
17 
secciòn  es  seguida  sobre  la  secciòn  sobre  valores  numèricos,  que  contiene  tablas  de 
valores numèricos es seguida por comentarios, que explican muchas de las estipulaciones 
de  las  especificaciones.  Su  esquema  organizativo  es  el  mismo  que  el  de  las 
especificaciones, por lo que el material aplicable a una secciòn particular puede localizarse 
fàcilmente. Los apèndices, la secciòn de valores numèricos y los comentarios consideran 
las partes oficiales de las especificaciones y tienen la misma autoridad que el material en 
el cuerpo principal. 
2.5.­FACTORES DE CARGA Y RESISTENCIA USADOS EN LAS ESPECIFICACIONES 
AISC 
Los  factores  de  carga  incrementan  las  cargas  de  servicio  tomando  encuenta  la 
incertidumbre que estan implicitas en los valores de las cargas muertas y cargas vivas. 
La ecuaciòn: 
 i Qi ≤ ø Rnال∑
Donde: 
 iال = un factor de carga 
Qi =un efecto de carga (una fuerza o un momento) 
ø  =factor de resistencia 
Rn=resistencia tèorica o nominal del miembro 
La  resistencia  factorizada  ø  Rn  se  llama  resistencia  de  diseño  y  la  carga  factorizada 
resulta de  la combinaciòn de  los diferentes efectos de carga a que va estar sometido el 
miembro  estructural.  Las  condiciones  de  carga  por  considerarse  se  dan  en  el  capìlo  A, 
“general provisions”, de las especificaciones AISC como 
U=1.4D  (A4­1) 
U=1.2D + 1.6L + 0.5(Lr o S o R)                                                                       (A4­2) 
U=1.2D + 1.6(Lr o S o R) + (0.5L o 0.8W)                                                        (A4­3) 
U=1.2D +1.3 W + 0.5L + 0.5(Lr o S o R)                                                          (A4­4) 
U=0.9D ± 1.0E + 0.5L + 0.2S                                                                           (A4­5) 
U=0.9D ±  (1.3W o 1.0E)  (A4­6) 
Donde: 
U =carga factorizada 
D = carga muerta 
L =carga viva debido al equipo y ocupaciòn 
Lr=carga viva de techo 
S =carga de nieve 
R =carga de lluvia o hielo 
W=carga de viento 
E =carga por sismo
18 
Estas  ecuaciones de  combinaciones  de  cargas,  el AISC  las  identifica  con una  letra  que 
reprsenta el capitulo, el primer numero la secciòn, y el segundo numero la secuencia de la 
misma secciòn. 
En cada combinaciòn, uno de los efectos se considera como el valor “máximo” durante su 
vida  y  los  otros    como  los  valores  en  “puntos  arbitrarios  del  tiempo”.  Esos  factores  de 
carga y combinaciones de carga son los recomendados en el Minimun Design for Building 
and Other structures (ASCE, 1996) y se basan en amplios estudios estadísticos. 
Los  factores  de  resistencia  toman  encuenta  las  incertidumbres  de  la  resistencia  de  los 
materiales,  dimensiones  y  mano  de  obra.  El  factor  de  resistencia  ø  para  cada  tipo  de 
resistencia està dado por el AISC en el capìtulo de las especificaciones que trata con esa 
resistencia. Esos factores varìan en valor de 0.75 a 1.0. (0.85 para columnas, 0.75 ­ 0.90 
para elementos en tensiòn, 0.90 para flexiòn o corte en vigas, etc.). 
Tabla 2.1.­ Factores de resistencia de las especificaciones LRFD 
Fr(ø)  SITUACIÓN 
1.00  Aplastamiento en áreas proyectantes de pasadores, fluencia del alma bajo cargas 
concentradas, cortante en tornillos en juntas tipo fricción. 
0.90  Vigas sometidas a flexión y corte, filetes de soldadura con esfuerzos paralelos al 
eje de la soldadura, soldaduras de ranura en el metal base. 
0.85  Columnas,  aplastamiento  del  alma,  distancias  al  borde  y  capacidad  de 
aplastamiento de agujeros. 
0.75  Tornillos a tensión, soldaduras de tapón o muesca, fractura en la sección neta de 
miembros a tensión. 
0.65  Aplastamiento de tornillos (menos A307) 
0.60  Aplastamiento en tornillo A307, aplastamiento en cimentaciones de concreto. 
Tabla 2.2­ Factores de resistencia de las especificaciones  de las NTC­ Diseño de 
Estructuras Metálicas 
Fr  CASO 
0.9  Resistencia  a  tensión  para  estado  límite  de  flujo  plástico  en  la  sección  total, 
resistencia a flexión y cortante en vigas, determinación de cargas críticas, tensión 
o compresión paralela al eje de soldaduras tipo filete y de penetración parcial. 
0.80  Tensión normal al área efectiva en soldaduras de penetración parcial cortante en 
el área efectiva en soldaduras de penetración completa. 
0.75  Resistencia a tensión por estado límite de fractura en la sección neta, resistencia 
a compresión para estado límite de pandeo local en secciones tipo 4, cortante en 
el área efectiva en soldaduras de filete, cortante paralela al eje de la soldadura de 
penetración parcial, resistencia a tensión de tornillos. 
0.70  Resistencia a compresión de columnas de sección transversal circular hueca tipo 
4. 
0.60  Resistencia al cortante en conexiones por aplastamiento.
19 
2.6.­MANUAL DE LA CONSTRUCCIÓN EN ACERO 
La  publicación  del  Manual  of  Steel  Construction  del  AISC  (AISC,  1994),    contiene  las 
especificaciones AISC y numerosas ayudas de diseño en  forma de  tablas y graficas así 
como un catalogo de los perfiles estructurales de acero mas ampliamente disponibles. 
El manual consta de dos volúmenes. 
• El volumen I, subtitulado “Structural Members, Specifications and Codes”, contiene las 
partes    1  a  la  7  y  trata  principalmentecon  el  diseño  de  miembros.  El  volumen  II, 
subtitulado  “Connections”,  contiene  las  partes  8  al  12  y  se  dedica  al  diseño  de 
conexiones. 
1.  Dimensiones y propiedades. 
Esta parte contiene detalles sobre perfiles estándar laminados, tubos y perfiles tubulares, 
incluidas  todas  las  dimensiones  de  secciones  transversales  necesarias  y  propiedades 
como área y momento de inercia. Se da también información sobre la disponibilidad de los 
perfiles  en  varias  resistencias.  Los aceros  considerados  son algunas de  los autorizados 
por las especificaciones AISC para su uso en la construcción de edificios y se incluyen los 
siguientes: 
ASTM A36: Acero estructural al carbono 
ASTM A529: Acero estructural al carbono­manganeso, de alta resistencia 
ASTM A572: Acero estructural de baja aleación, de alta resistencia 
ASTM  A242:  Acero  estructural  de  bajo  aleación,  de  alta  resistencia,  resistente  a  la 
corrosión 
ASTM  A588:  Acero  estructural  de  baja  aleación,  de  alta  resistencia,  resistente  a  la 
corrosión 
ASTM A852: Placa de acero estructural de baja aleación, templado y revenido 
ASTM A514: Placa de acero aleado estructural de lata resistencia, templado y revenido 
2.  Aspectos esenciales del LRFD. 
Esta  parte  es  una  introducción  condensada  a  los  aspectos  básicos  del  diseño  por 
factores  de  carga  y  resistencia  de  las  estructuras  de  acero.  Se  incluyen  ejemplos 
numéricos. 
3.  Diseño de columnas. 
Esta  parte  contiene numerosas  tablas  para  facilitar  el  diseño  de miembros  cargados en 
compresión axial y de vigas­columnas. La mayoría de esas tablas se refieren a aceros con 
esfuerzos de fluencia de 36 Ksi y 50 Ksi. Se dan adicionalmente ejemplos de diseño que 
ilustran el uso de las tablas. 
4.  Diseño de vigas y trabes. 
Esta parte, igual que la parte 3, contiene muchas ayudas de diseño, incluyendo graficas y 
tablas.  Muchas  de  ellas  tratan  sobre  los  requisitos  de  las  Especificaciones  AISC,  pero 
algunas, como los diagramas y formulas de vigas, pertenecen al análisis estructural. Esta 
parte también contiene un anàlisis de los procedimientos de diseño de vigas y trabes, así 
como ejemplos de diseño.
20 
5.  Diseño compuesto. 
Esta  parte  trata  de  los  miembros  compuestos,  usualmente  vigas  o  columnas,  que  son 
componentes  estructurales  formadas  por  dos  materiales:  acero  estructural  y  concreto 
reforzado.  Comúnmente  las  vigas  compuestas  se  usan  cuando  un  sistema  de  vigas 
paralelas soporta una losa de piso de concreto reforzado. En esta aplicación, elementos 
soldados al patín superior quedan embebidos en el concreto, formando la conexión entre 
los dos materiales. Las columnas compuestas consisten en perfiles estructurales de acero 
embebidos  en  concreto  reforzado  o  en  perfiles  huecos  rellenos  de  concreto.  Esta  parte 
contiene información básica, ayudas de diseño y ejemplos. 
6.  Especificaciones y reglamentos. 
Esta parte contiene las especificaciones y comentarios del AISC, una especificación para 
tornillos de alta resistencia (RCSC, 1994) y otros documentos. 
7.  Datos diversos y tablas matemáticas. 
Esta parte  trata el alambre y  lamina de acero, así  como varias propiedades del acero y 
otros materiales de construcción. Se incluyen también formulas matemáticas y factores de 
conversión para diferentes sistemas de unidades. 
• El volumen  II, que comprende  las partes 8 a  la 13, contiene  tablas de ayuda para el 
diseño de conexiones atornilladas y soldadas junto con tablas que proporcionan detalles 
sobre  conexiones  “estandarizadas”.  (La  parte  13 es  una  lista  de organizaciones de  la 
industria de la construcción). 
Las  especificaciones  AISC  son  solo  una  pequeña  parte  del  manual.  Muchas  de  los 
términos  y  constantes  usados  en  otras  partes  del manual  se  presentan  para  facilitar  el 
proceso  de  diseño  y  no  son  necesariamente  parte  de  las  especificaciones.  En  algunos 
casos, las recomendaciones son solo “reglas empíricas” basadas en la práctica común, no 
requisitos de las especificaciones, es importante reconocer que es un requisito (cuando es 
adoptado por un reglamento de construcción)  y que no lo es.
21 
3.­SECCIONES COMPUESTAS 
3.1.­INTRODUCCIÓN 
En  la actualidad el uso de secciones compuestas ha  ido aumentando. Anteriormente  las 
vigas  de  acero  y  las  losas  de  concreto  se  consideraban  por  separado,  es  decir,  en  su 
diseño  no  se  aprovechaban  sus  características  estructurales  de  cada  uno  para  la 
aumentar  su  resistencia.    En  la  acción  compuesta  (unión  del  acero  y  del  concreto) 
aumenta la resistencia de la sección, ya que se aprovechan las propiedades estructurales 
de  cada uno. En  vigas  compuestas  la  resistencia  se  puede aumentar  aproximadamente 
una  tercera parte, en comparación de una viga de acero normal, al  igual que  la sección 
compuesta reduce las deflexiones considerablemente, lo cual permite usar  vigas de acero 
más chicas en su sección. 
En vigas compuestas, cuando el eje neutro se encuentra en la unión de los dos elementos, 
el concreto resiste la fuerza de compresión y el acero la fuerza de tensión,  ya que si no 
hay  suficiente  adherencia  entre  ambos  elementos,  esta  unión  se  hace  por  medio  de 
conectores de cortante, para que la sección trabaje como una sola. 
Las  columnas  compuestas  son  otro  tipo  de  secciones,  estas  se  componen  por  perfiles 
laminados o armados de acero embebidos en concreto reforzado; en estas el concreto se 
aprovecha para reforzar y proteger el acero contra el fuego y la corrosión, los estribos se 
colocan alrededor de las barras longitudinales a una cierta separación especificada, estos 
estribos ayudan principalmente al concreto de recubrimiento para que no se   desprenda. 
También  las  columnas  tubulares  son  rellenadas  de  concreto;  el  concreto  y  el  acero 
trabajan en conjunto y se ayudan mutuamente para evitar el pandeo y soportar las cargas. 
Durante  la  construcción  de  las  secciones  de  las  columnas  compuestas,  los  perfiles  de 
acero soportan las cargas iniciales, incluido el peso propio de la estructura, las cargas de 
gravedad y laterales, posteriormente se le cuela el concreto. 
3.2.­DESARROLLO HISTÓRICO 
La  combinación de  dos a más materiales  anteriormente  ya  estaba en uso en  diferentes 
culturas  o  civilizaciones,  pero  cuando  se  empezó  a  reconocer  el  uso  compuesto  fue  a 
mediados  del  siglo  XIX.  En  1840   William  Howe  patento  una  armadura  compuesta  de 
madera­  hierro  forjado;  esta  misma  combinación  de  materiales  la  utilizaron  Thomas  y 
Caleb Pratt para diseñar una armadura de una configuración diferente. 
Figura 3.1.­Armadura Howe 
Posteriormente, con el uso del concreto en vigas de acero para protegerlas del  fuego se 
empezó  a  utilizar  la  construcción  compuesta.  La  construcción  híbrida  es  otra  forma  de
22 
construcción compuesta que actualmente  también se esta desarrollando, ya que en esta 
se emplea  aceros de diferentes resistencias en las distintas partes de la estructura. El uso 
compuesto  se  vino  desarrollando en diferentes  estructuras  como puentes  colgantes  con 
armaduras. 
A principios del siglo XX se realizaron varios estudios de las vigas compuestas, ya que se 
utilizaba  como  un  sistema  para  la  protección  contra  el  fuego.    En  1923  se  realizaron 
estudios sobre el comportamiento de vigas embebidas en concreto, lo cual en 1925 Scott 
publico  los  resultados  de  la  investigación,  mas  tarde  R.  A.  Caughey  estudio  el 
comportamiento de vigas compuestas de acero estructural y concreto,. 
En 1929 Caughey y Scott publicaron un articulo sobre el diseño de una viga de acero con 
una  losa  de  concreto,  donde  mencionaron  que  para  resistir  las  fuerzas  cortantes 
horizontales se tienen que incluir conectores mecánicos; estos estudios los hicieron con el 
uso de puntalesy sin puntales. 
Una vez que se había extendido el uso compuesto, se empezaron a utilizar conectores de 
cortante  de  diferentes  tipos  como  el  de  espiral.  El  uso  compuesto  se  empleaba 
comúnmente  en  puentes,  por  lo  que  se  empezó  a  incluir  en  las  especificaciones  de  la 
American Association of State Highway Officials (AASHO) en 1944 y el American Institute 
of Steel Construction (AISC) en 1952. 
La  tendencia  de  las  investigaciones  se  encamino a  secciones de acero­concreto,  par  lo 
cual  se  trataron  sobre  aspectos    como  la  tendencia  al  levantamiento  de  las  losas,  la 
eficiencia  de  los  conectores  de  cortante  de  distintos  tipos,  la  adherencia  natural  entre 
acero y concreto, vibración y resistencia última, y los efectos de la torsión. 
En  estos  últimos  años  la  construcción  compuesta  es  una  de  las  alternativas  para  los 
ingenieros  y  arquitectos  en  el  diseño  de  estructuras,  par  lo  cual  su  uso  se  ha  ido 
extendiendo. 
3.3.­VENTAJAS DE LA CONSTRUCCIÓN COMPUESTA 
En  la construcción compuesta  la viga sigue siendo  todavía la más utilizada, en los pisos 
compuestos se aprovecha la resistencia del concreto y del acero, haciendo que la mayoría 
de la sección de la losa trabaje a compresión, y la sección de acero trabaje a tensión. Las 
secciones compuestas tienen mayor rigidez en comparación con las secciones de acero y 
concreto por separado, al igual que presentan menos deflexiones. 
Anteriormente el concreto se utilizaba para proteger al acero contra el fuego y la corrosión, 
sin considerar sus características estructurales, en los últimos años los estructuristas han 
aprovechado  las  propiedades  estructurales  del  concreto  en  la  acción  compuesta  con  el 
acero;  lo  cual  ha  proporcionado  una  disminución  de  peso  total  de  las  estructuras,  a  sí 
como también de  la dimensión de  la cimentación. Las secciones compuestas se pueden 
utilizar en estructuras de gran altura, a sí como también en estructuras de poca altura; las 
columnas  compuestas  sometidas  a  ciertas  cargas  en  comparación  con  las  de  concreto 
reforzado,  disminuyen considerablemente su sección.
23 
Al  ser más pequeñas en su peralte las vigas de piso, estas transmiten menos peso a las 
columnas,  lo  cual  provoca  la  disminución  de  la  sección  de  estas.  También  hay  una 
reducción  en  el  peralte  del  sistema  de  piso,  lo  cual  reduce  la  altura  total  del  edificio, 
ahorrando  una  gran  cantidad  de  los  recubrimientos  exteriores  de  cada  piso,  acortando 
también la longitud de los ductos verticales. Al igual que el ahorro de recubrimiento contra 
incendios de las vigas compuestas. 
En la contemplación del análisis de la estructura, el aumento de la rigidez y capacidad de 
carga de  las  secciones  compuestas  en  comparación  con  las  secciones  convencionales, 
reduce considerablemente las dimensiones del acero estructural (10 al 15% del peso total 
del acero), al igual que el sistema de piso compuesto, donde la losa actúa como diafragma 
ayudando a resistir cargas laterales que actúan sobre la estructura. 
En  la construcción compuesta se  tienen que colocar conectores de cortante para que el 
acero  y  el  concreto  trabajen  como  una  sección  única,  anteriormente  se  instalaban 
conectores de cortante en espiral, lo cual era muy difícil, al igual que en los conectores de 
canal, que todavía son aceptados por las especificaciones del AISC y AASHTO. 
Los  conectores  de  perno  resolvió  el  problema  de  la  instalación,  ya  que  son  fáciles  de 
manejar y de colocar; la colocación se hace con una pistola especial. 
Los ahorros de costos de las vigas compuestas, en relación al costo de las no compuestas 
varia entre el 15 al 25 %, tomando en cuenta el costo de la instalación de los conectores 
de  cortante,  la  soldadura  de  las    cubre  placas  y  el  costo  del  acero  estructural.  En  la 
construcción compuesta estos ahorros están entre el 15 al 40 %, dependiendo del diseño 
y del procedimiento constructivo. 
3.4.­CONSTRUCCIÓN COMPUESTA 
En los puentes carreteros  no compuestos el problema más usual es el agrietamiento de la 
losa y en consecuencia su deterioro, ya que la parte de la losa trabaja en compresión y la 
parte inferior en tensión, lo cual esta ultima parte se agrieta y  con la acción repetida de las 
cargas  estas  se  van  abriendo  cada  vez  más.  La  trabe  compuesta  disminuye  este 
problema, ya que si el eje neutro queda en la unión entre la losa de concreto y la viga de 
acero,  la  losa  trabaja  completamente  en  compresión,  y  el  acero  en  tensión, 
aprovechándose así las características estructurales de los dos materiales. En ocasiones 
cuando el eje neutro queda en el espesor de  la  losa y solo una parte de ella  trabaja en 
compresión;  para evitar  esto  se  le agrega una  cubreplaca en el  patín  inferior  de  la  viga 
para lograr que el eje neutro baje y quede por debajo de la losa. 
Flexión negativa 
En  los  puentes  carreteros  de  varios  claros  continuos, en  donde  los momentos máximos 
(negativos)  se  presentan  en  los  apoyos  interiores,  el  uso  de  las  cubreplacas  se  puede 
utilizar  en    esos  puntos,  lo  cual  se  escoge  una  sección  de  acero  que  sea  capaz  de 
soportar los momentos positivos, y en los claros de los momentos negativos se puede usar 
las cubreplacas.
24 
En  las secciones de momento negativo de  las vigas compuestas continuas se considera 
que la parte de flexión negativa se agrieta, pero a pesar de esto la losa reforzada transmite 
parte de las cargas a las varillas  de refuerzo, por lo que la acción compuesta la forman el 
acero de refuerzo y la viga de acero. Para determinar el numero de conectores de cortante 
en las zonas de flexión negativa, el AISC, la AASHTO contienen formulas que se basan en 
el área y en la resistencia de las varillas de refuerzo. 
Para evitar el agrietamiento de la losa en la zona de flexión negativa, se pueden colocar 
conectores  de  cortante  solamente  en  las  zonas de momento  positivo,  lo  cual  elimina  la 
acción compuesta en las zonas de momento negativo de una viga continua. También se 
puede  presforzar  la  losa  esas  zonas  de momento  negativo  para  que  pueda  trabajar  en 
compresión. 
Soporte lateral 
Para el diseño de  vigas de vigas compuestas, antes de que el concreto fragüe, se tiene 
que  proporcionar el  soporte  lateral  adecuado  al  patín  de  compresión para  evitar  que  se 
pandee, ya que si es insuficiente, su resistencia de diseño  tiene que reducirse. Después 
de  que  se  ha  alcanzado  el  comportamiento  compuesto,  la  losa  proporciona  suficiente 
soporte lateral al patín de compresión de la viga de acero, al igual que cuando se unen al 
patín  de  compresión  de  la  viga,  cubiertas  de  acero  formado  o  cimbra  para  el  concreto, 
estas por lo general  proporcionan el suficiente soporte lateral. 
En secciones embebidas los moldes no proporcionas soporte lateral, por lo que se  tiene 
que  hacer  por  elementos  auxiliares;  el  soporte  lateral  a  las  vigas  se  puede  hacer  por 
arriostramiento  lateral  al  patín  de  compresión  de  la  viga  de  acero  a  intervalos 
suficientemente cortos. 
Uso de concretos ligeros 
El uso de concretos  ligeros en secciones compuestas no  implica que estas sean menos 
resistentes  que  las  secciones  compuestas  con  concreto  normal.  En  el  cálculo  de  la 
conexión de  cortante,  se disminuye  la  resistencia  de  los  conectores  de  cortante,  lo  cual 
aumenta el número de conectores para obtener la acción compuesta total. 
Los  factores  que  más  influyen  en  la  resistencia  de  los  conectores  de  cortante  son  el 
modulo de elasticidad y la resistencia última del concreto utilizado en la acción compuesta. 
Los efectos de flujo plástico y contracción aumentan  en una forma considerable en  este 
tipo de concreto. 
En el calculo de las deflexiones con el usode concretos ligeros, es peso por carga muerta 
disminuye (30 % aproximadamente), lo cual se podría decir que las deflexiones  también, 
pero no es así, ya que al reducirse el peso del concreto aumenta la relación modular,  que 
aumenta  las  deflexiones  de  larga  plazo,  estos  dos  efectos  son  del  mismo  orden  y  se 
anulan mutuamente. 
En  el  calculo  de  la  resistencia  de  los  conectores  de  cortante  cuando  se  use  concreto 
ligero,  de  deben multiplicar  las  resistencias normales  de  los  conectores  por  coeficientes
25 
para  reducir  el  valor  de  la  resistencia,  lo  cual  estos  coeficientes  los  proporciona  las 
especificaciones del AISC (Tabla 3.1). 
Para valores comprendidos entre 280 y 350 kg/cm 2  se pueden obtener por  interpolación 
en la tabla 3.1. 
Tabla 3.1.­ Coeficientes de reducción 
Peso unitario del  concreto seco en 
aire, kg/m 3 (lb/pie³) 
1440 
(90) 
1520 
(95) 
1600 
(100) 
1680 
(105) 
1760 
(110) 
1840 
(115) 
1920 
(120) 
Coeficiente, f’c≤ 280 kg/cm 2 
(4.0 Ksi). 
0.73  0.76  0.78  0.81  0.83  0.86  0.88 
Coeficiente, f’c≥ 350 kg/cm 2 
(5.0 Ksi). 
0.82  0.85  0.87  0.91  0.93  0.96  0.99 
Las  Normas  Técnicas  Complementarias  para  Diseño  y  Construcción  de  Estructuras  de 
Concreto del Reglamento de Construcciones para el D.F. nos dice que el peso volumétrico 
del concreto  ligero es  inferior a 1.9  ton/m 3  y que solo se permite el uso de este  tipo de 
concreto  en  elementos  secundarios.  En  las  NTC  para  Diseño  y  Construcción  de 
Estructuras Metálicas nos dice que en construcción compuesta los conectores de cortante 
deben de estar ahogados en losas hechas con un concreto volumétrico no menor de 1.8 
ton/m 3 , por lo que también permite el uso de concretos ligeros. 
3.5.­VIGAS COMPUESTAS 
En el diseño de vigas compuestas las que más fácilmente se diseñan y se construyen, es 
la sección  formada por una viga  laminada (simétrica, de patines anchos),  y una  losa de 
concreto que apoya en la viga de acero (figura 3.2 a). 
Para proporcionar mayor estabilidad contra el pandeo del patín de compresión de la viga, 
este se puede embeber a la losa como se muestra en la figura 3.2 b, esta adherencia no 
se toma encuenta en el diseño por cortante. 
Figura 3.2.­ a, b. 
En las vigas anteriores en ocasiones el eje neutro queda dentro de la losa, lo cual la parte 
superior  de  eje  neutro  queda  en  compresión  y  la  parte  inferior  en  tensión,  lo  que 
provocaría que la parte que esta en tensión de la losa se agriete, y con el paso del tiempo 
se  deteriore  la misma.  Para  evitar  este  problema  se  le  agrega  una  cubreplaca  al  patín
26 
inferior de  la viga para que el eje neutro baje y pueda quedar en  la unión entre  los dos 
elementos, para que la viga de acero trabaje totalmente en tensión y la losa de concreto 
en  compresión.  También  se  puede  hacer  con  el  uso  de  una  trabe  armada  con  el  patín 
inferior más grande que el patín superior. 
La figura 3.3 muestra una viga con cubreplaca con conector de canal. 
Figura 3.3.­Viga con cubreplaca 
En  el  diseño  por  cortante  se  deben  cumplir  ciertos  requisitos,  lo  cual  en  vigas    que  no 
tienen la suficiente adherencia o conexión para que los dos elementos trabajen como una 
sola sección; no se le pueda considerar como compuesta. Cuando existe adherencia entre 
la viga y la  losa, como es le caso de las figura 3.2 a, b, mostradas anteriormente, no se 
considera en el calculo por cortante. 
En el caso de vigas embebidas (figura 3.5),  la adherencia debe ser tal que debe cumplir 
ciertos  requisitos  para  que    le  pueda  considerar  como  compuesta,  anteriormente  el uso 
principal  del  concreto  en  las  vigas  de  acero  era  para  protegerlas  del  fuego,  sin  que  se 
tomara una acción compuesta. 
Figura 3.4.­Vigas con cubierta de acero troquelada
27 
Figura 3.5.­ Viga embebida 
En  la  figura 3.6 se muestra una viga compuesta  “T sobre T”, en donde  la  “T”  inferior es 
más grande que la “T” superior, ya que en vigas compuestas simétricas los esfuerzos de 
compresión  se suelen   desplazar hacia  la losa de concreto, por lo que se puede utilizar 
este tipo de vigas para que el eje neutro baje. 
Figura 3.6.­Viga T sobre T 
También se puede utilizar una “T” laminada  o formada con dos placas soldadas como se 
muestra en la figura 3.7. 
Figura 3.7.­ Viga con “ T”  laminada
28 
Como la sección cuadrada es la que tiene mayor rigidez a la torsión, lo cual las vigas cajón 
proporcionan  esta  propiedad,  al  igual  que  presentan  buena  capacidad  para  soportar 
cargas. Este tipo de secciones se pueden aprovechar como conductos de calefacción, aire 
acondicionado, para  la protección contra  los incendios se le puede usar para el paso de 
líquidos  con  agentes  anticongelantes  para  el  control  de  las  altas    temperaturas,    vease 
figura 3.8. 
Figura 3.8.­Viga cajón 
3.6.­PROCEDIMIENTOS DE CONSTRUCCIÓN 
En  el  proceso  de  construcción  del  sistema  de  piso  compuesto,  para  que  se  pueda 
considerar una acción compuesta, el concreto de la losa debe alcanzar por lo menos un 
75 % de su resistencia en compresión; antes de que se alcance la acción compuesta los 
pesos  debidos  a  la  losa,  a  la  cimbra,  y  otros  que  se  puedan  presentar,  deben  ser 
soportados ya sea por la viga o por puntales. 
La viga de acero se puede apuntalar antes de que soporte esas  cargas, para que sean 
soportadas por los puntales y no por  la viga de acero. Si no se apuntala  las cargas son 
soportadas  por  la  viga  de  acero,  lo  cual  la  viga  debe  de  resistir  todas  esas  cargas 
incluyendo su peso propio. 
­Apuntalada 
Antes  de  colarse  el  concreto,  se  colocan  las  vigas  de  acero;  se  apuntalan  por  debajo, 
posteriormente se cuela el concreto. Después de que el concreto alcanza su resistencia de 
diseño  (75  %  de  su  resistencia  en  compresión),  se  quita  el  apuntalamiento,  y  la  viga 
compuesta soporta los esfuerzos debidos a todas las cargas. 
­Sin apuntalar 
Cuando  ya  están  colocadas  las  vigas  de acero,  a  estas  se  le  cuelgan  los moldes de  la 
cimbra  para  la  losa,  y  posteriormente  se  cuela  el  concreto,  lo  cual  las  vigas  deben  de 
resistir los esfuerzos causados por estos pesos y otros que se puedan presentar durante 
la  construcción,  posteriormente  cuando  se    alcance  el  75  %  de  su  resistencia  de 
compresión  del  concreto,  se  quitan  los  moldes  de    la  cimbra,  y  la  acción  compuesta 
soporta los esfuerzos debidos  a las cargas  muertas y vivas que se presentan.
29 
Como  las cargas son mayores en vigas no apuntaladas que en vigas apuntaladas antes 
de que el concreto fragüe, lo cual provoca que los esfuerzos en la losa de concreto de la 
viga  apuntalada  sean  mayores,  y  los  esfuerzos  en  el  acero  sean  menores.  Pero  la 
resistencia última de las vigas no depende de lo anterior. 
La construcción apuntalada  permite el uso de vigas mas chicas en su sección, ya que la 
viga  no  tiene  que  soportar  las  cargas  antes  de  que  el  concreto  fragüe,  lo  cual  permite 
ahorro  en  el  acero  en  comparación  con  la  construcción  no  apuntalada,  pero  esta 
disminución de la sección provoca que proporcione una menor resistencia ultima, es decir; 
si se tienen dos vigas compuestas con la misma sección de acero, una  apuntalada y la 
otra no, estas presentan la misma resistencia ultima. 
Lo  cual  gran  parte  de  las  vigas  compuestas    no  se  apuntalan,  como  en  los  puentes 
carreteros, ya que es una operación delicada,  y que  la mayoría de  las veces supera  los 
costos del ahorro del acero debido a costo de los puntales y de la mano de obra. 
Formula de apuntalamiento del AISC 
El AISC dice que el modulo de sección de  la viga,  referido al  patín de  tensión, no debe 
exceder de: 
Ss 
M 
M 
35 . 0 35 . 1 Str 
D 
L 
 
 
 
 
 
 
+ = 
En  el  pasado  se  solía  diseñar  en  dos  etapas