Upload
shimic32000
View
2
Download
1
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.