4. SECCIONES COMPUESTAS DE ACEROCONCRETO (MÉTODO LRFD)
CONTENIDO
PROLOGO.................................................................................................................... I
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
6. 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 nuestro país; 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.
7. 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.
8. 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.
9. 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, cuadradas y
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”.
12. 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.
13. 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, se pueden 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 %)
14. 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
15. 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.
16. 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 posiciòn puede 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
17. 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.
18. 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 esfuerzo permisible.
El factor de seguridad para miembros de acero estructural se obtiene como sigue:
19. 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
D+
D-
=
D+
D-
=
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
20. 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
21. 15
∑ﻻi Qi ≤ ø Rn
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).
22. 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 tambièn una 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
23. 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:
∑ﻻi Qi ≤ ø Rn
Donde:
ﻻi = 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
24. 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.
25. 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 principalmente con 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.
26. 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.
27. 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
28. 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 puntales y 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.
29. 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.
31. 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
32. 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
34. 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.
35. 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
ú
û
ù
ê
ë
é
+=
En el pasado se solía diseñar en dos etapas las secciones compuestas, donde los
esfuerzos en el acero producidos por la carga muerta se calculaban con la relación MD/Ss,
y se sumaban a los esfuerzos en la sección compuesta debidos a la carga viva
calculándose con la relación ML/Str, el esfuerzo total en el patín inferior era.
Str
M
Ss
M
fb L D
+=
Como la resistencia última de las vigas no depende de que si se hayan apuntalado o no y
como el factor de seguridad de la capacidad última de secciones compuestas es alto se
aumenta el 35 %, el esfuerzo de vigas compuestas no apuntaladas es:
Str
) M M ( 35 . 1
fb L D +
=
Igualando las dos ecuaciones anteriores y multiplicándola por Str, se obtiene la ecuación
del AISC:
Ss
M
M
35 . 0 35 . 1 Str Str
Str
) M M ( 35 . 1
Str
M
Ss
M
fb
D
L L D L D
ú
û
ù
ê
ë
é
+==ú
û
ù
ê
ë
é +
=+=
Esta ecuación limita la relación Str/Ss; si Str de la seccion es mayor que el de la formula
se toma Str de la ecuación para el calculo del esfuerzo real de flexión en el patín a tensión
de la sección compuesta.
36. 30
3.7.DIMENSIONAMIENTO
En la construcción no apuntalada las vigas de acero deben dimensionarse para que
soporten el peso propio de la cimbra y del concreto fresco, así como las cargas temporales
producidas por obreros y equipo para el colado.
En la construcción apuntalada se supone que la sección compuesta soporta todas las
cargas.
Las vigas compuestas en servicio deben ser capaces de resistir la totalidad de las cargas
vivas y muertas.
Las dimensiones definitivas del miembro compuesto se ven afectadas por consideraciones
sobre las condiciones de soporte lateral, deflexiones y uso de cubreplacas, lo mismo que
cualquier otro diseño de acero.
Para determinar el ancho de losa que actúa en acción compuesta con la viga de acero, se
considera uniforme la distribución de esfuerzos; debido a que los conectores de cortante
restringen las deformaciones de la losa y al retraso del cortante, se presentán los
esfuerzos máximos por encima de la viga de acero y los mínimos entre las vigas, lo que
da origen a una distribución no uniforme de esfuerzos longitudinales en todo el ancho de
la losa que actúa en acción compuesta.
Figura 3.8.Esfuerzos en el ancho efectivo de la losa de concreto
Ancho efectivo de patines.
Las especificaciones limitan el ancho efectivo de la losa que está en función del claro, el
peralte de la losa y la separación entre las vigas.
El ancho efectivo de la losa de concreto (be), tomado en ambos lados del eje longitudinal
de la viga de acero (sección 13.1 del AISC). Debe tomarse el valor mínimo de los
siguientes criterios:
1. X= 1/8 claro de la viga medido entre centros de apoyo.
2. X=½ de la distancia entre el eje de la viga a la línea central de la viga adyacente.
3. X1=La distancia al borde de la losa (aplicable solamente a vigas de borde).
39. 33
3.8.2.DESARROLLO DE LOS CONECTORES DE CORTANTE
En el uso compuesto en vigas embebidas de aceroconcreto se ha comprobado que la
adherencia natural entre estos dos materiales incrementa la resistencia, pero en tiempos
atrás se realizaron varios estudios sobre comportamiento compuesto. En 1911 W. Basil
Scott compiló una serie de tablas de capacidad de carga de “largueros de acero ahogados
en concreto”, para una empresa británica fabricante de estructuras. Se realizaron
diferentes estudios sobre el comportamiento compuesto y sobre conectores de cortante.
Posteriormente en vigas de acero con una losa de concreto Caughey y Scott en 1929
mencionaron que se debe emplear algún tipo de conector mecánico entre las dos
componentes para resistir las fuerzas de cortante horizontales actuantes, recomendaron el
uso de pernos como conectores de cortante. Más adelante se empezaron a emplear
conectores de cortante en espiral en Suiza y placas de cortante en puentes en E.U.A.
En la actualidad, el manual del AISC proporciona las cargas permisibles para conectores
de perno y de canal, pero el conector de cortante que más se emplea es el del perno con
cabeza.
El perno con cabeza soporta la fuerza cortante horizontal trabajando a flexión, más que
por aplastamiento del concreto contra él, y la cabeza proporciona resistencia excelente
contra el levantamiento de la losa. El extremo inferior del perno esta relleno de un
fundente; el perno se ajusta a una pistola especial y se establece un arco un arco eléctrico
entre su parte inferior y el patín de la viga, de manera que se forma entre ellos un charco
de metal fundido. Para que la soldadura quede limpia y uniforme, el charco se confina con
un elemento de cerámica. La operación se completa empujando el perno dentro del metal
fundido con la pistola. La longitud original de los pernos es un poco mayor que la
especificado en el manual del AISC, para que una vez colocados queden con la longitud
correcta. En las últimas ediciones de las especificaciones del AISC, de la AASHTO y del
ACI no mencionan los conectores de cortante en espiral, que antes se usaban mucho.
3.8.3.TIPOS DE CONECTORES DE CORTANTE
Anteriormente se utilizaban como conectores de cortante algunos elementos como barras,
espirales, ángulos, canales, secciones Z, Tes, pedazos de viga I, etc. (vease la figura
3.14). En la actualidad los conectores que mas se utilizan son los de perno con cabeza
por su facilidad en su colocación (figura 3.13), en algunos casos se utilizan los canales.
Figura 3.13. Conector de perno
