15
Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14 1 Za betonsko konstrukcijo na sliki dolo~i odziv konstrukcije na podano obte`bo. 5 m EI, m M 1 20 m P(t) 7 m 8 m M 2 6 m 0.40 m 0.40 m prerez stebra M 1 = 8000 kg M 2 = 12000 kg Obte`ba se prvi 2 sekundi spreminja po ena~bi () ( ) ( ) [ ] Pt t N = 25000 1 cos π 0.5 1 1.5 2 10000 20000 30000 40000 50000 t F(t) Nosilec pravokotnega prereza ima dimenziji b/h=0.5/1.2 m, steber pa ima pravokotni prerez b/h= 0.4/0.4 m Konstrukcija je betonska iz MB 25, E=30 GPa. RE[ITEV Izra~un m in EI nosilca: m bh kg m EI E bh Nm = = = = = = ρ 05 12 2500 1500 12 30 10 05 12 12 216 10 3 9 3 9 2 . . / ' . . . Ker je masa stebra relativno majhna ' m / kg 400 2500 m 4 . 0 m 4 . 0 m 4 . 0 m 4 . 0 m s = = ρ = jo lahko zanemarimo.

e14

Embed Size (px)

DESCRIPTION

sass

Citation preview

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    1

    Za betonsko konstrukcijo na sliki dolo~i odziv konstrukcije na podano obte`bo.

    5 m

    EI, m

    M1

    20 m

    P(t)

    7 m 8 m

    M2

    6 m

    0.40 m

    0.40 m

    prerez stebra

    M1= 8000 kg M2= 12000 kg Obte`ba se prvi 2 sekundi spreminja po ena~bi ( ) ( )( ) [ ]P t t N= 25000 1 cos

    0.5 1 1.5 2

    10000

    20000

    30000

    40000

    50000

    t

    F(t)

    Nosilec pravokotnega prereza ima dimenziji b/h=0.5/1.2 m, steber pa ima pravokotni prerez b/h= 0.4/0.4 m Konstrukcija je betonska iz MB 25, E=30 GPa. RE[ITEV Izra~un m in EI nosilca: m b h kg m

    EI Eb h

    Nm

    = = =

    =

    =

    =

    05 12 2500 1500

    1230 10

    0 5 1212

    216 103

    93

    9 2

    . . / '. .

    .

    Ker je masa stebra relativno majhna

    'm/kg4002500m4.0m4.0m4.0m4.0ms === jo lahko zanemarimo.

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    2

    Dolo~itev pribli`ka prve lastne frekvence. Problem bomo re{evali s prevedbo na sistem z eno prostostno stopnjo in zato bomo steber nadomestili z linearno vertikalno vzmetjo (saj je osna togost stebra manj{a od osne togosti nosilca). Njena togost je:

    mN108.0

    6m4.0m4.01030

    HAEk 9

    9

    stebra

    =

    =

    =

    5 m

    EI, m

    M1

    20 m

    P

    7 m 8 m

    M2

    k

    Za izra~un moramo sedaj privzeti neko oblikovno (interpolacijsko) funkcijo. Izhodi{~e koordinatnega sistema postavimo v levo podporo in izberemo interpolacijsko funkcijo v obliki polinoma. Kinemati~ni pogoji so:

    ( )( )( )( )

    xxxx

    = =

    = =

    = =

    = =

    0 0 10 0 020 20 020 20 0

    :: ":: "

    Tak{na izbira kinemati~nih pogojev ima za posledico, da lahko izberemo polinom 3. reda, ki dobi obliko:

    ( ) 20x1x =

    Iz ena~be in slike interpolacijske funkcije vidimo, da se pomiki spreminjajo linearno vzdol` dol`ine nosilca, kar ustreza primeru, ko je upogibna togost nosilca tako velika, da se nosilec prakti~no zasu~e okoli desne podpore kot togo telo (posplo{ena togost konstrukcije po polju bi bila enaka ni~, k posplo{eni togosti bi prispeval samo steber - vzmet).

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    3

    5 10 15 20

    0.2

    0.4

    0.6

    0.8

    1

    x

    Vendar lahko pri~akujemo, da upogibnica ne bo potekala linearno med obema koncema in zato vpeljemo nek pomik tudi v polju. Izberemo ga tako, da bo odgovarjal zami{ljeni liniji upogiba:

    ( )( )( )( )( )

    xxxxx

    = =

    = =

    = =

    = =

    = =

    0 0 10 0 010 10 220 20 020 20 0

    :: "::: "

    Interpolacijska funkcija, ki odgovarja zapisanim pogojem, je:

    ( ) x =

    3 x

    1000003 x2500

    +19 x100

    + 14 3

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    4

    5 10 15 20

    0.5

    1

    1.5

    2

    x

    Zavedati se je potrebno, da je v primeru, ko je osna togost stebra zelo velika, ta interpolacijska funkcija popolnoma napa~na. Posplo{ena masa m* se izra~una kot:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) kg3962286139394.31012M5Mdxxmdxxxmm 2221L

    0x

    2L

    0x

    2* =++== ==

    Posplo{ena togost zna{a:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( )mN108.2985984dxx''EI0kdxx''xEI0kk 8

    L

    0x

    22L

    0x

    22* =+=+= ==

    Pribli`ek prve lastne frekvence tako zna{a:

    = =

    =

    =

    km

    *

    *

    8.2985984 10139394.3103962286

    77.15780249222468rads

    12.28004566474572 Hz

    8

    Izra~un z metodo kon~ih elementov (steber upo{tevan v izra~unu, nosilec diskretiziran s 40 kon~nimi elementi), da naslednji rezultat:

    Hz 13.692s

    rad55072182.5884184

    Hz 3.421 s

    rad26303220.8434398

    22

    11

    ==

    ==

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    5

    Primerjava rezultatov in slik poka`e, da smo z na{o oblikovno funkcijo popolnoma zgre{ili obliko in s tem tudi pribli`ek prve lastne frekvence. Ker brez metode kon~nih elementov nimamo osnove za oceno primernosti rezultatov, lahko uporabimo izbolj{ano Rayleighovo metodo, in nato izvedemo primerjavo rezultatov. Dobljene rezultate bomo torej izbolj{ali z uporabo Rayleighove metode in sicer tako, da bomo izbolj{ali upogibe. Pomika pod masama sta:

    ( ) ( )( ) ( )

    v

    v10

    20

    5

    12

    = =

    = =

    1.81875

    1.82848

    Najprej izra~unamo vztrajnostne sile (vztrajnostne sile zaradi mase nosilca bomo upo{tevali tako, da bomo maso nosilca nadomestili s koncentriranimi masami - del mase bo {el k masama M1 in M2, preostanek pa v desno podporo).

    5 m

    EI, m

    M1+(5+3.5)m

    20 m

    P1

    7 m 8 m

    M2+(3.5+4)m

    k

    P2

    ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( )( ) ( )( )( ) ( ) ( )( ) ( )( )( ) ( )

    P m M v x t m M

    m M v

    P m M v x t m M

    m M v

    1 1 12

    12

    10 2

    2 2 22

    22

    20 2

    5 35 5 35 5

    5 35

    35 4 35 4 12

    35 4

    + + = + +

    = + + =

    + + = + +

    = + + =

    . && , .

    .

    . && , .

    .

    37739.0625 N

    42512.16 N

    Izra~unajmo sedaj nove pomike (novo upogibnico) zaradi obte`be z vztrajnostnima silama:

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    6

    5 m

    P1

    20 m

    7 m 8 m

    P2

    k

    3.75

    x1=1

    2.00.75

    +

    [M1]

    4.8

    x2=1

    2.00.4

    +

    [M2]

    Pomika v1 in v2 pod silama P1 in P2 sta:

    ( )

    ( ) 23-2

    2

    21112

    23-221

    2

    11

    1

    1065947914.85698355Pk4.0P

    EI6.153P

    k4.075.0P

    EI6666666.103v

    1008086063.72077874Pk

    4.075.0PEI

    6666666.103Pk75.0P

    EI75.93v

    =++

    +=

    =

    +++=

    Nov pribli`ek lastne frekvence sedaj izra~unamo kot:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( )

    18 5 7 5

    8 5 7 51 1

    011

    2 20

    21

    1 11 2

    2 21 2

    2

    4=+ + +

    + + + =

    =

    =

    M m v v M m v v

    M m v M m v

    . .

    . .

    346.89956352337420.8357412600946041

    20.37351460251608rads

    3.242545557145346 Hz

    ( )

    ( )

    v

    v11

    21

    =

    =

    1.544421201613819

    2.01603720705642

    Vidimo, da se je upogibnica nekoliko spremenila in da se dobljeni rezultat sedaj `e mnogo bolj ujema z rezultatom, dobljenim z metodo kon~nih elementov. Ker pa tega na splo{nem ne vemo, ponovimo postopek. Novi vztrajnostni sili sta sedaj

    ( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )

    P m M v

    P m M v1

    11

    211 2

    21

    22

    21 2

    8 5

    7 5

    + =

    + =

    .

    .

    32046.73993348677

    46872.86506406178

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    7

    Pomika v1 in v2 pod njima sta:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( )

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( )

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    P

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    P

    12

    11

    2

    11

    21

    21

    2

    22

    11

    11

    21

    2

    21

    2

    93 75 0 75 1036666666 0 75 0 4

    103 6666666 0 75 0 4 1536 0 4

    = + + +

    =

    = +

    + +

    =

    . . . . .

    . . . . .3.680635904651703 10

    4.892619313579444 10

    -3

    -3

    Nov pribli`ek frekvence zna{a:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( )

    18 5 7 5

    85 7 51 1

    112

    2 21

    22

    1 12 2

    2 22 2

    2

    4=+ + +

    + + + =

    =

    =

    M m v v M m v v

    M m v M m v

    . .

    . .

    347.28346652145860.83765400088113

    20.361497737049rads

    3.240633013605789 Hz

    ( )

    ( )

    v

    v12

    22

    =

    =

    1.525957011637528

    2.028433928331262

    Vidimo, da se je pribli`ek prve lastne frekvence dejansko {e izbolj{al, vendar napredek ni tako velik kot v prvem koraku. Zato naredimo {e eno iteracijo. Novi vztrajnostni sili sta sedaj:

    ( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )

    P m M v

    P m M v1

    21

    212 2

    22

    22

    22 2

    85

    7 5

    + =

    + =

    .

    .

    31663.60799147872

    47161.08883370186

    Pomika v1 in v2 pod njima sta:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( )

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( )

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    P

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    P

    13

    12

    2

    12

    22

    22

    2

    23

    12

    12

    22

    2

    22

    2

    93 75 0 75 103 6666666 0 75 0 4

    1036666666 0 75 0 4 153 6 0 4

    = + + +

    =

    = +

    + +

    =

    . . . . .

    . . . . .3.6776785701637 10

    4.894641228158461 10

    -3

    -3

    Nov pribli`ek frekvence zna{a:

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    8

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( )

    18 5 7 5

    85 7 51 1

    213

    2 22

    23

    1 13 2

    2 23 2

    2

    4=+ + +

    + + + =

    =

    =

    M m v v M m v v

    M m v M m v

    . .

    . .

    347.28518233460610.8376625545509417

    20.36144407694732rads

    3.240624473335361 Hz

    ( )

    ( )

    v

    v13

    23

    = 1.524722892134129

    = 2.029261499333401

    Vidimo, da postopek konvergira, vendar ne to~no k vrednosti, izra~unani s pomo~jo metode kon~nih elementov. Po nekaj dodatnih iteracijah bi namre~ dobili

    = =20.3614rads

    3.24062 Hz

    Vzrok za odstopanje (-2.3 %) ne le`i direktno v postopku, ampak v dejstvu, da smo maso nosilca koncentrirali v dveh to~kah. ^e bi zato koncentrirali v ve~ to~kah (in za vsako to~ko izra~unali pripadajo~o vztrajnostno silo), bi lahko dosegli {e bolj{e ujemanje. Oglejmo si torej koncentracijo mas v treh to~kah, kjer dodatno to~ko damo na prosti konec nosilca (v tej to~ki bi lahko npr. zajeli tudi polovico mase stebra).

    5 m

    EI, m

    M1+(2.5+3.5)m

    20 m

    P1

    7 m 8 m

    M2+(3.5+4)m

    k

    P2

    2.5m P3

    Pomiki pod masami so:

    ( ) ( )( ) ( )( ) ( )

    v

    v

    v

    10

    20

    30

    5

    12

    0

    = =

    = =

    = =

    1.81875

    1.82848

    1

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    9

    ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( )( ) ( )( )( ) ( ) ( )( ) ( )( )( ) ( )

    ( )

    P m M u x t m M

    m M v

    P m M u x t m M

    m M v

    P m u x t m

    o

    1 1 12

    12

    12

    2 2 22

    22

    20 2

    32

    2 5 35 2 5 35 5

    2 5 35

    35 4 35 4 12

    35 4

    2 5 2 5

    + + = + +

    = + + =

    + + = + +

    = + + =

    =

    . . && , . .

    . .

    . && , .

    .

    . && , .

    30918.75 N

    42512.16 N

    ( )( )

    = =

    0

    2 5 2 32. m v o 3750. N

    Diagram momentov za silo x3=1

    x3=1

    1.0

    [M3]

    Pomiki v1, v2 in v3 pod silami P1, P2 in P3 so:

    ( )

    ( )

    ( )

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    Pk

    P

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    Pk

    P

    vk

    Pk

    Pk

    P

    11

    1

    2

    1 2 2 3

    2

    21

    1 1 2

    2

    2 3

    2

    31

    1 2

    2

    93 75 0 75 103 6666666 0 75 0 4 0 75 1

    103 6666666 0 75 0 4 153 6 0 4 0 4 1

    0 75 1 0 4 1 1

    = + + +

    +

    =

    = +

    + + +

    =

    = +

    +

    . . . . . .

    . . . . . .

    . .

    3.423478325769544 10

    4.528499290101756 10

    -3

    -3

    32= 5.492990812499999 10-5

    Nov pribli`ek lastne frekvence sedaj izra~unamo kot:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( )

    16 7 5

    6 7 51 1

    011

    2 20

    21

    3 30

    31

    1 11 2

    2 21 2

    3 31 2

    2

    4=+ + + +

    + + + + =

    =

    =

    M m v v M m v v M v v

    M m v M m v M v

    .

    .

    298.57194402104810.6760496405802717

    21.01528116365007rads

    3.344685877660908 Hz

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    10

    ( )

    ( )

    ( )

    v

    v

    v

    11

    21

    31

    =

    =

    =

    1.511951959861398

    1.999975675429822

    0.02425935681246985

    Vidimo, da se sedaj dobljeni rezultat `e prakti~no ujema z rezultatom, dobljenim z metodo kon~nih elementov, bistveno pa se je spremenila tudi oblika upogibnice. Ker pa v splo{nem ne moremo oceniti pribli`ka lastne frekvence, ponovimo postopek. Nove vztrajnostne sile so sedaj

    ( ) ( ) ( )( ) ( ) ( )( ) ( )

    P m M v

    P m M v

    P m v

    11

    12

    11 2

    21

    22

    21 2

    31 2

    31 2

    6

    7 5

    2 5

    + =

    + =

    =

    25703.18331764379

    46499.43445374338

    90.97258804676197

    .

    .

    Pomiki v1, v2 in v3 pod silami P1, P2 in P3 so:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )

    ( ) ( )

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    Pk

    P

    vEI

    Pk

    PEI

    Pk

    Pk

    P

    vk

    P

    12

    11

    2

    11

    21

    21

    31

    2

    22

    11

    11

    21

    2

    21

    31

    2

    32

    11

    93 75 0 75 103 6666666 0 75 0 4 0 75 1

    103 6666666 0 75 0 4 153 6 0 4 0 4 1

    0 75 1 0 4

    = + + +

    +

    =

    = +

    + + +

    = +

    . . . . . .

    . . . . . .

    . .

    3.38287049944237 10

    = 4.55919328302076 10

    -3

    -3

    ( ) ( )1 12

    12

    31 2

    kP

    kP + = 4.746016732222116 10-5

    Nov pribli`ek frekvence zna{a:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )( ) ( )( ) ( ) ( )( ) ( )( )

    16 7 5

    6 7 51 1

    112

    2 21

    22

    3 31

    32

    1 12 2

    2 22 2

    3 32 2

    2

    4=+ + + +

    + + + + =

    =

    =

    M m v v M m v v M v v

    M m v M m v M v

    .

    .

    298.95476738703780.677833423487658

    21.00106174649038rads

    3.342422787132057 Hz

    ( )

    ( )

    ( )

    v

    v

    v

    12

    22

    32

    =

    =

    =

    1.491996747604583

    2.010807552665383

    0.02093205025057732

    Ker je sprememba lastne frekvence med obema iteracijama majhna, lahko

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    11

    zaklju~imo z izra~unom. Vidimo, da pribli`ek prve lastne frekvence dejansko konvergira k vrednosti, nekoliko vi{ji od vrednosti, dobljeni z metodo kon~nih elementov. Ra~un odziva Posplo{ena masa je sedaj:

    ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( ) ( )m m x x dx m M m M mx

    L* . .= = + + + +

    == 2

    01

    22

    2 26 5 7 5 12 2 5 0

    131852.3841500495 kg

    1. faza - obte`ba deluje na konstrukcijo Diferencialna ena~ba gibanja se sedaj zapi{e kot:

    ( ) ( )m z t k z t F* * *&& + = oziroma

    ( ) ( )

    ( ) ( )

    &&

    &&

    *

    *

    *

    *

    *

    *

    z tkm

    z tFm

    z t z tFm

    + =

    + = 2

    Posplo{ena obte`ba se izra~una kot:

    ( ) ( )F p x t x dxx

    L* ,=

    =

    0

    Ker pa imamo koncentrirano obte`bo, dobimo kar

    ( )( ) ( ) ( )( )( )( )

    F t v t

    t

    * cos cos

    cos

    =

    25000 1 25000 1

    122

    = 2.010807552665383

    = 50270.18881663462

    Diferencialna ena~ba se torej zapi{e kot: ( ) ( ) ( )( )&&z t z t+ = 441.0445944799019 0.381261128804668 1- cos t

    Najprej poi{~emo re{itev pripadajo~e homogene diferencialne ena~be: &&z zh h+ =

    2 0 katere re{itev je:

    ( ) ( ) ( )z t A t B th = + sin cos

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    12

    Ker je desna stran diferencialne ena~be sestavljena iz konstante in trigonometri~ne funkcije, i{~emo pripadajo~o partikularno re{itev v taki obliki:

    ( ) ( )( ) ( )

    ( ) ( )

    z C D Ez D cos Ez D E

    P

    P

    P

    = + +

    =

    =

    sin t cos tt sin t

    sin t cos t

    &

    && 2 2

    kar vodi do:

    ( ) ( ) ( ) ( )( )( )( )

    + + +

    =

    2 2D E C D Esin t cos t 441.0445944799019 sin t cos t

    0.381261128804668 - 0.381261128804668 cos t

    Iz primerjave istole`e~ih ~lenov dobimo: 441.0445944799019 0.381261128804668

    C =0.381261128804668441.0445944799019

    8.644502927289408 10

    441.0445944799019

    441.0445944799019 = -0.381261128804668

    =- 0.381261128804668

    441.0445944799019-8.842375777291236 10

    -4

    -4

    =

    =

    + = =

    +

    =

    C

    D D D

    E E

    E

    2

    2

    2

    0 0

    Kar da celotno re{itev:

    ( ) ( ) ( )z A B= + sin t cos t + 8.644502927289408 10 8.842375777291236 10 cos t-4 -4 Ker je konstrukcija na za~etku mirovala, zna{ata za~etna pogoja ( ) ( )z z0 0 0= =& kar vodi do:

    ( ) ( ) ( )00= +

    = +

    =

    A BB

    B

    sin 0 cos 0 + 8.644502927289408 10 8.842375777291236 10 cos 08.644502927289408 10 8.842375777291236 10

    1.978728500018301 10

    -4 -4

    -4 -4

    -4

    in sli~no {e

    ( ) ( ) ( )( ) ( ) ( ) ( )

    &

    &

    z A cos Bz A cos BA

    =

    = ==

    t sin t + 8.842375777291236 10 sin t0 sin 0 + 8.842375777291236 10 sin 0

    -4

    -40 00

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    13

    Re{itev je torej: ( ) ( )

    ( )z t =

    1.978728500018301 10 cos t+ 8.644502927289408 10 8.842375777291236 10 cos t

    -5

    -4 -4

    0 2 t

    Prvi izraz pripada lastnemu nihanju, preostala dva pa vsiljenemu nihanju. 2. faza - obte`ba ne deluje ve~ na konstrukcijo Diferencialna ena~ba gibanja se sedaj zapi{e kot: ( ) ( )&&z t z t+ = 2 0

    ( ) ( )&&z t z t+ =441.0445944799019 0

    Njena re{itev je enaka re{tvi pripadajo~e homogene diferencialne ena~be 1. faze ( ) ( ) ( )z t F t G t= + sin cos

    Pogoja sta sedaj vrednost pomika in hitrosti na koncu prve faze ( )( )

    zz

    22

    =

    =

    2.76633800585126160 103.8121628837239571111 10

    -5

    -4&

    Kar vodi do: ( ) ( )

    ( )z t t

    t=

    +

    1.815223882364436 10 21.001061746490382.766338005851262 10 21.00106174649038

    -5

    -5

    sincos

    2 t

    Odziv je tako:

    1 2 3 4

    0.000250.00050.000750.001

    0.001250.00150.00175 z(t)

    t Ker je odziv v drugi fazi predstavljen samo z komponento, ki pripada lastnemu nihanju, se ta del kmalu izdu{i.

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    14

    Maksimalna vrednost nastopi pri t=0.9552643757063426 s in zna{a zmax=0.001746917657134164. Maksimalni pomik torej zna{a: pod maso m1 vmax= 0.002606395462777193 m pod maso m2 vmax= 0.003512715218849895 m na prostem koncu vmax= 0.00003656656818275316 m Sedaj imamo na razpolago dovolj podatkov, da poi{~emo novo upogibnico kot funkcijo koordinate x. Upo{tevamo naslednje pogoje:

    ( )x v= =0 0: 0.00003656656818275316 v3 ( )x v= =0 0 0: " kinemati~ni robni pogoj

    ( )x v= =5 5: 0.002606395462777193 v1 ( )x v= =12 12: 0.003512715218849895 v2 ( )x v= =20 20 0: kinemati~ni robni pogoj ( )x v= =20 20 0: " kinemati~ni robni pogoj

    kar pomeni, da lahko za upogibnico (in ne ve~ interpolacijsko funkcijo) uporabimo polinom petega reda: ( )v x = 3.439721747494529 10 x + 5.594787162161308 10 x- 2.696544431197127 x + 5.741709231368962 x + 3.656656818275316

    -10 5 -8 4

    -6 3 -4 -5

    10 10 10

    5 10 15 20

    0.00050.0010.00150.0020.00250.0030.0035 v

    t

    Zveza med upogibnico in upogibnim momentom

  • Uvod v osnove ra~una dinamike in stabilnosti gradbenih konstrukcij Vaja 14

    15

    ( )M x EId vdx

    = 2

    2

    vodi do upogibnega momenta:

    ( )M x = -14.85959794917636 x -1450.168832432211 x + 34947.21582831479 x 3 2

    5 10 15 20

    250005000075000100000125000150000175000

    M

    x

    Maksimalni upogibni moment radi dinami~ne obte`be torej nastopi pri x=10.39008704106237 m in zna{a 189885.9449439181 Nm, kar zna{a manj kot maksimalni moment zaradi stati~ne sile 50000 N: M=240 000 Nm. Kaj se spremeni, ~e se obte`ba spreminja po enaki obliki, le da se v celoti izvede v ~asu 0.2 s?

    0.1 0.2 0.3 0.4 0.5 0.6

    -0.002

    -0.001

    0.001

    0.002

    z

    t

    Iz slike vidimo, da se maksimalni pomik {e vedno pojavi v ~asu trajanja obte`be, torej v fazi, ko {e velja re{itev nehomogene diferencialne ena~be, vendar se je ~as, ko maksimalni pomik nastopi, `e premaknil k koncu trajanja obte`be.