Análisis de estructuras: pack de repaso

Hojas de fórmulas, los pasos clave de los métodos de cada tema y 10 problemas de práctica, con las soluciones completas al final.

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1Fórmulas y métodos

Reacciones en vigas

Equilibrio
ΣFx = 0, ΣFy = 0, ΣM = 0
Carga uniforme
resultante w·L en el centro de la carga
Momento
M = F·d

Método

  1. Dibuja un diagrama de cuerpo libre y sustituye cada apoyo por sus reacciones.
  2. Sustituye cada carga repartida por una única fuerza aplicada en su centroide.
  3. Toma momentos respecto a un apoyo para hallar la reacción en el otro.
  4. Usa ΣFy = 0 para hallar la reacción restante y compruébala con una segunda ecuación de momentos.

Cortante y momento flector

Cortante y momento
V = ΣF a un lado, M = ΣF·d a un lado
Tensión de flexión
σ = M·y/I
Rectángulo
I = bh³/12
Módulo resistente
W = I/ymax
Viga biapoyada, carga uniforme
Mmax = wL²/8

Método

  1. Halla las reacciones en los apoyos a partir del equilibrio de toda la viga.
  2. Corta la viga por la sección que necesitas y quédate con un lado.
  3. Esfuerzo cortante: suma de las fuerzas verticales de ese lado. Momento flector: suma de sus momentos respecto al corte.
  4. Para el momento máximo, busca dónde el esfuerzo cortante es cero.

Armaduras: método de los nudos

Método de los nudos
ΣFx = 0, ΣFy = 0 at each joint
Método de las secciones
ΣM = 0 about a cut point
Esfuerzo en la barra
positivo = tracción, negativo = compresión

Método

  1. Halla las reacciones en los apoyos de toda la armadura.
  2. Método de los nudos: empieza por un nudo con como mucho dos esfuerzos desconocidos en las barras y usa ΣFx = 0 y ΣFy = 0.
  3. Método de las secciones: corta por la barra que necesitas y toma momentos respecto a un punto donde se cortan las demás barras desconocidas.
  4. Supón tracción; una respuesta negativa significa compresión.

Flecha de la viga

Carga puntual en el centro del vano
δ = PL³/(48EI)
Carga uniforme, viga biapoyada
δ = 5wL⁴/(384EI)
Voladizo, carga en el extremo
δ = PL³/(3EI)
Voladizo, carga uniforme
δ = wL⁴/(8EI)
Superposición
δ = δ1 + δ2

Pandeo de pilares

Carga crítica de Euler
Pcr = π²EI/(KL)²
Factor de longitud de pandeo
K = 1 articulado–articulado, 0,5 empotrado–empotrado, 0,7 empotrado–articulado, 2 empotrado–libre
Tensión crítica
σcr = Pcr/A
Esbeltez
λ = KL/r, r = √(I/A)

2Problemas de práctica

1.Reacciones en vigasMedia
P1​ = 20 kNP2​ = 40 kNABRA​ = ?RB​4 m3 m1 m

La viga simplemente apoyada tiene una articulación en A y un apoyo deslizante en B. Halla la reacción vertical RA.

L = 8 mP1 = 20 kN en 4 mP2 = 40 kN en 7 m
RA = kN
2.Reacciones en vigasDifícil
w = 10 kN/mP = 55 kNADCMA​ = ?2 m3,5 m0,5 m

Una viga compuesta está empotrada en el muro en A, tiene una rótula interior en C (a 2 m de A) y descansa sobre un apoyo deslizante en D (a 6 m de A). Soporta una carga puntual P a 5,5 m de A, una carga uniformemente repartida w en todo el tramo CD. Halla el valor del momento de empotramiento MA en el muro.

AC = 2 mAD = 6 mP = 55 kN en 5,5 mw = 10 kN/m de 2 a 6 m
MA = kN·m
3.Cortante y momento flectorMedia
P1​ = 65 kNP2​ = 35 kNAB3 m1 m4 m

La viga simplemente apoyada soporta dos cargas puntuales. Halla el momento flector máximo Mmax en la viga.

L = 8 mP1 = 65 kN en 3 mP2 = 35 kN en 4 m
Mmax = kN·m
4.Cortante y momento flectorDifícil
w = 6 kN/mP = 50 kNABsección6 m4 m

Halla el momento flector Mx en la sección x = 6 m desde el apoyo A. Toma positivos los momentos que flexionan la viga hacia abajo y el cortante hacia arriba en la cara izquierda.

L = 10 mP = 50 kN en 6 mw = 6 kN/m de 0 a 10 mx = 6 m
Mx = kN·m
5.Armaduras: método de los nudosMedia
ABCDEFGH35 kN30 kN4 × 3 m3 m

Exactamente un miembro de esta cercha no soporta ninguna fuerza con estas cargas. ¿Cuál es el miembro de fuerza nula? Haz clic en él en el diagrama.

B: 35 kN ↓G: 30 kN ↓
  1. 1miembro AB
  2. 2miembro BC
  3. 3miembro CD
  4. 4miembro DE
  5. 5miembro FG
  6. 6miembro GH
  7. 7miembro AF
  8. 8miembro HE
  9. 9miembro BF
  10. 10miembro CG
  11. 11miembro DH
  12. 12miembro FC
  13. 13miembro HC
6.Armaduras: método de los nudosDifícil
ABCDEFGH10 kN10 kN20 kN15 kN4 × 4 m3 m

Exactamente un miembro de esta cercha no soporta ninguna fuerza con estas cargas. ¿Cuál es el miembro de fuerza nula? Haz clic en él en el diagrama.

B: 10 kN ↓D: 10 kN ↓F: 20 kN ↓H: 15 kN ←
  1. 1miembro AB
  2. 2miembro BC
  3. 3miembro CD
  4. 4miembro DE
  5. 5miembro FG
  6. 6miembro GH
  7. 7miembro AF
  8. 8miembro HE
  9. 9miembro BF
  10. 10miembro CG
  11. 11miembro DH
  12. 12miembro BG
  13. 13miembro DG
7.Flecha de la vigaMedia
w = 12 kN/mABθ3 m

Una viga simplemente apoyada soporta una carga uniformemente repartida w en toda su luz. Halla el giro θA de la viga en el apoyo A, en radianes.

w = 12 kN/mL = 3 mE = 11 GPa (madera estructural)I = 57 × 10⁶ mm⁴
θA = rad
8.Flecha de la vigaDifícil
w = 1,5 kN/mABδ6 m

Una viga de madera simplemente apoyada, de sección rectangular de 125 mm de ancho, soporta una carga uniformemente repartida w en toda su luz. Su flecha en el centro no puede superar luz/250. Halla el canto mínimo hreq de la sección.

w = 1,5 kN/mL = 6 mE = 11 GPa (madera estructural)b = 125 mm
hreq = mm
9.Pandeo de pilaresMedia
PL = 2 md = 25 mmsección

Un pilar de longitud L de aluminio está articulado en ambos extremos. Con la fórmula de Euler, halla su carga crítica de pandeo Pcr.

L = 2 mE = 70 GPa (aluminio)d = 25 mm
Pcr = kN
10.Pandeo de pilaresDifícil
PL = 4 md = 80 mmsección

Un pilar de longitud L de aluminio está articulado en ambos extremos. Halla su esbeltez y la tensión crítica de pandeo σcr con la fórmula de Euler.

L = 4 mE = 70 GPa (aluminio)d = 80 mm
σcr = MPa

3Disoluciones

1.Reacciones en vigas

Respuesta: RA = 15 kN

Equilibrio estático: un cuerpo en reposo cumple ΣFx = 0, ΣFy = 0 y ΣM = 0 respecto a cualquier punto. Tomar momentos respecto a un apoyo elimina su reacción de la ecuación.

P1​ = 20 kNP2​ = 40 kNABRA​RB​4 m3 m1 m

Diagrama de cuerpo libre

Sustituye los apoyos por fuerzas de reacción. Un apoyo deslizante da una reacción vertical; con solo cargas verticales, la articulación también da una reacción vertical.

Equilibrio

Momentos respecto a A, positivos en sentido antihorario. Después, equilibrio de fuerzas verticales.

ΣMA = 0: RB·8 = 20·4 + 40·7
RB = 360/8 = 45 kN
ΣFy = 0: RA = 60 − 45 = 15 kN

Respuesta

RA = 15 kN
2.Reacciones en vigas

Respuesta: MA = 53,75 kN·m

Equilibrio estático: un cuerpo en reposo cumple ΣFx = 0, ΣFy = 0 y ΣM = 0 respecto a cualquier punto. Sustituye cada carga repartida por su resultante (su área) aplicada en el centroide del diagrama de carga, y toma momentos respecto a un apoyo para eliminar la reacción de ese apoyo de la ecuación. Una rótula interior no puede transmitir momento flector, lo que da una ecuación adicional: el momento respecto a la rótula de las fuerzas de cualquiera de los dos lados es nulo.

Tramo CD

La rótula no tiene momento, así que los momentos respecto a C solo en CD deben equilibrarse.

W = 10·4 = 40 kN en 2 m desde C
ΣMC = 0: RD·4 = 55·3,5 + 40·2
RD = 68,13 kN
VC = 95 − 68,13 = 26,88 kN

Tramo AC

La fuerza en la rótula VC actúa hacia abajo sobre AC (igual y opuesta a su acción sobre CD).

RA = 26,88 = 26,88 kN
MA = 26,88·2 = 53,75 kN·m

Respuesta

MA = 53,75 kN·m
3.Cortante y momento flector

Respuesta: Mmax = 174,4 kN·m

Método de las secciones: corta la viga donde quieras conocer los esfuerzos internos y quédate con un lado. El cortante V equilibra las fuerzas verticales de ese lado, y el momento flector M equilibra sus momentos respecto al corte. Momento máximo: como dM/dx = V, el momento flector alcanza su máximo donde el cortante pasa por cero, ya sea en una carga puntual o dentro de una carga repartida.

Reacciones en los apoyos

Equilibrio de toda la viga.

ΣMA = 0: RB·8 = 65·3 + 35·4
RB = 335/8 = 41,88 kN
ΣFy = 0: RA = 100 − 41,88 = 58,13 kN

Momento bajo cada carga

Quédate con la parte a la izquierda de cada carga.

bajo P1: M = RA·3 = 58,13·3 = 174,4 kN·m
bajo P2: M = RB·4 = 41,88·4 = 167,5 kN·m

Valor máximo

Mmax = 174,4 kN·m (bajo P1)

Respuesta

Mmax = 174,4 kN·m
4.Cortante y momento flector

Respuesta: Mx = 192 kN·m

Método de las secciones: corta la viga donde quieras conocer los esfuerzos internos y quédate con un lado. El cortante V equilibra las fuerzas verticales de ese lado, y el momento flector M equilibra sus momentos respecto al corte.

Reacciones en los apoyos

Equilibrio de toda la viga.

Resultante de la carga repartida: W = w·ℓ = 6·10 = 60 kN, aplicada en x̄ = 5 m
ΣMA = 0: RB·10 = 50·6 + 6·10·5
RB = 600/10 = 60 kN
ΣFy = 0: RA = 110 − 60 = 50 kN
w = 6 kN/mP = 50 kNABRA​ = 50RB​ = 60sección6 m4 m

Corta en x = 6 m y quédate con la parte izquierda

Solo aparecen las fuerzas a la izquierda del corte. Un tramo de carga repartida actúa como una fuerza en el centro de ese tramo.

M = RA·x − (cada carga a la izquierda del corte × su distancia al corte)
Mx = 50·6 − 6·6·3 = 192 kN·m

Respuesta

Mx = 192 kN·m
5.Armaduras: método de los nudos

Respuesta: miembro DH

Miembros de fuerza nula: en un nudo, las fuerzas deben equilibrarse en todas las direcciones. Si un nudo no tiene carga ni apoyo, y dos de sus tres miembros están alineados, el equilibrio perpendicular a esa línea involucra solo al tercer miembro, así que su fuerza es cero. Si en un nudo sin carga solo se unen dos miembros y no están alineados, ambos son nulos.

Nudo D

CD y DE están en una misma línea recta y el nudo no tiene carga. Al equilibrar las fuerzas perpendicularmente a esa línea queda solo DH.

ΣF⊥ = 0 → FDH = 0

Comprueba con el método de los nudos

Resolver todos los nudos da estas fuerzas en los miembros (T = tracción, C = compresión).

AB: 41,25 kN (T), BC: 41,25 kN (T), CD: 23,75 kN (T), DE: 23,75 kN (T), FG: 47,5 kN (C), GH: 47,5 kN (C), AF: 58,34 kN (C), HE: 33,59 kN (C), BF: 35 kN (T), CG: 30 kN (C), DH: 0, FC: 8,839 kN (T), HC: 33,59 kN (T)

Respuesta

Miembro de fuerza nula: DH
6.Armaduras: método de los nudos

Respuesta: miembro CG

Miembros de fuerza nula: en un nudo, las fuerzas deben equilibrarse en todas las direcciones. Si un nudo no tiene carga ni apoyo, y dos de sus tres miembros están alineados, el equilibrio perpendicular a esa línea involucra solo al tercer miembro, así que su fuerza es cero. Si en un nudo sin carga solo se unen dos miembros y no están alineados, ambos son nulos.

Nudo C

BC y CD están en una misma línea recta y el nudo no tiene carga. Al equilibrar las fuerzas perpendicularmente a esa línea queda solo CG.

ΣF⊥ = 0 → FCG = 0

Comprueba con el método de los nudos

Resolver todos los nudos da estas fuerzas en los miembros (T = tracción, C = compresión).

AB: 22,08 kN (T), BC: 19,17 kN (T), CD: 19,17 kN (T), DE: 16,25 kN (T), FG: 37,08 kN (C), GH: 31,25 kN (C), AF: 46,35 kN (C), HE: 20,31 kN (C), BF: 7,812 kN (T), CG: 0, DH: 12,19 kN (T), BG: 3,646 kN (T), DG: 3,646 kN (C)

Respuesta

Miembro de fuerza nula: CG
7.Flecha de la viga

Respuesta: θA = 0,02153 rad

Flecha de vigas: las flechas se obtienen integrando dos veces la curvatura M/(EI). Los casos habituales están tabulados, por ejemplo PL³/(3EI) para un voladizo con carga en el extremo y 5wL⁴/(384EI) para una viga simplemente apoyada con carga uniforme completa. Las flechas de cargas distintas se suman (superposición). El giro θ = dv/dx es la primera integral de M/(EI); con unidades coherentes sale en radianes.

Unidades coherentes

Trabaja en N y mm: P en N, w en N/mm (kN/m = N/mm), L en mm, E en N/mm² (GPa × 1000), I en mm⁴.

w = 12 N/mm, L = 3000 mm
EI = 6,27 × 10¹¹ N·mm²

Giro en el extremo

θA = wL³/(24EI) = 12·3000³/(24·6,27 × 10¹¹) = 0,02153 rad

Respuesta

θA = 0,02153 rad

Eso son 1,234°.

8.Flecha de la viga

Respuesta: hreq = 209,6 mm

Flecha de vigas: las flechas se obtienen integrando dos veces la curvatura M/(EI). Los casos habituales están tabulados, por ejemplo PL³/(3EI) para un voladizo con carga en el extremo y 5wL⁴/(384EI) para una viga simplemente apoyada con carga uniforme completa. Las flechas de cargas distintas se suman (superposición).

Unidades coherentes

Trabaja en N y mm: P en N, w en N/mm (kN/m = N/mm), L en mm, E en N/mm² (GPa × 1000), I en mm⁴.

w = 1,5 N/mm, L = 6000 mm, E = 11000 N/mm²

Límite de flecha

δallow = L/250 = 6000/250 = 24 mm

Momento de inercia necesario

Ireq = 5wL⁴/(384·E·δallow) = 5·1,5·6000⁴/(384·11000·24) = 9,588 × 10⁷ mm⁴

Canto necesario

bh³/12 = Ireq → h = (12·9,588 × 10⁷/125)1/3 = 209,6 mm

Respuesta

hreq = 209,6 mm

En la práctica, elige el canto normalizado inmediatamente superior a este valor.

9.Pandeo de pilares

Respuesta: Pcr = 3,312 kN

Pandeo de Euler: un pilar esbelto se vuelve inestable en Pcr = π²EI/(KL)², donde KL es la longitud de pandeo: K = 1 para articulado–articulado, 2 para empotrado–libre, 0,7 para empotrado–articulado y 0,5 para empotrado–empotrado. Pandea respecto al eje con el menor I. La fórmula vale para pilares esbeltos, cuya tensión crítica queda por debajo del límite elástico.

Menor momento de inercia

Una sección circular tiene el mismo I respecto a cualquier eje.

I = πd⁴/64 = π·25⁴/64 = 19175 mm⁴

Longitud de pandeo

KL = 1·2000 = 2000 mm

Carga crítica

Pcr = π²EI/(KL)² = π²·70000·19175/2000² = 3312 N = 3,312 kN

Respuesta

Pcr = 3,312 kN
10.Pandeo de pilares

Respuesta: σcr = 17,27 MPa

Pandeo de Euler: un pilar esbelto se vuelve inestable en Pcr = π²EI/(KL)², donde KL es la longitud de pandeo: K = 1 para articulado–articulado, 2 para empotrado–libre, 0,7 para empotrado–articulado y 0,5 para empotrado–empotrado. Pandea respecto al eje con el menor I. La fórmula vale para pilares esbeltos, cuya tensión crítica queda por debajo del límite elástico.

Menor momento de inercia

Una sección circular tiene el mismo I respecto a cualquier eje.

I = πd⁴/64 = π·80⁴/64 = 2,011 × 10⁶ mm⁴

Radio de giro y esbeltez

A = 5027 mm²
r = √(I/A) = √(2,011 × 10⁶/5027) = 20 mm
KL = 1·4000 = 4000 mm
KL/r = 4000/20 = 200

Tensión crítica

σcr = π²E/(KL/r)² = π²·70000/200² = 17,27 MPa

Respuesta

σcr = 17,27 MPa

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