Проектирование рабочей площадки промышленного здания

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И  НАУКИ РОССИЙСКОЙ ФДЕРАЦИИ

МИНИСТЕРСТВО ОБРАЗОВАНИЯ И  НАУКИ КЫРГЫЗСКОЙ РЕСПУБЛИКИ

КЫРГЫЗСКО – РОССИЙСКИЙ СЛАВЯНСКИЙ УНИВЕРСИТЕТ

ФАКУЛЬТЕТ АРХИТЕКТУРЫ, ДИЗАЙНА И  СТРОИТЕЛЬСТВА

КАФЕДРА «СТРОИТЕЛЬСТВО»

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Курсовая работа

 

по дисциплине: «Металлические конструкции»

на тему: «Проектирование рабочей площадки промышленного здания»

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Выполнил: Байраков Константин

                                                           студент гр. ПГС–1–08

                                                                     Проверила: Каримова  Р.Х.

                                                                             профессор, к.т.н.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Бишкек 2011

 

 

 

 

1. Выбор рациональной схемы балочного покрытия.

Для начала выбираем марку стали, из которой будет выполняться балочная клетка. По СНиП 11-23-81*  принимаем сталь марки ВСт3 пс 6 – 2 ТУ-14-1-3023-81, толщиной проката t = 11 – 20 мм

Фасонная Rу = 27,5 кН/см²     Ru = 38 кН/см²

Листовая Rу = 26,5 кН/см²      Ru = 37 кН/см²

где Rу – расчетное сопротивление стали растяжению, сжатию, изгибу по пределу   текучести;

      Ru – то же по временному сопротивлению.

А) первый вариант балочной клетки-нормальный тип

Дано: А=16 м; В=7,5 м; Рвр=30 кН/м², настил из листа Rу = 27,5 кН/см².

Т.к. Рвр=30 кН/м² (21< Рвр <30 кН/м²), то толщина настила tн=12 мм.

g=0,942 кН/м² - собственный вес настила.

Расчетная схема  балочной клетки(нормальный тип)

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

1. Рассчитываем нормативную погонную нагрузку.

 

1,02 (30+0.942) 1= 31.561 кН/м = 0,31561 кН/п.м

 

Рассчитываем погонную нагрузку

 

= 1,02 ( 30 1,2 + 0.942 1,1) 1 = 37,96кН/м

 

2. Находим максимальный момент и нагрузку

 

= = 266,91кНм = 26691кНсм

 

= = 2133,25кН

 

3. Подбираем требуемый момент сопротивления

 

= см³.

С_x – коэффициент пластичности = 1,12;  γ_с – коэффициент условия работы = 1.

Согласно сортамента ГОСТ 26020* принимаем двутавровые балки

30ш2W_ф = 827 см³, I_x = 12200 см⁴, g_доп = 61 кг/м.

Проверка по напряжению:

 

. = кН/м²

 

 

 

 

Принимаем двутавровую балку  W_ф = 827 см³, I_x = 12200 см⁴, g_доп = 61 кг/м

 

         Проверка  по прогибу:

 

см.

 

Допустимый прогиб:

 

см.

1 м² перекрытия весит 94,2 + = 155,2 кг

 

 

Второй вариант балочной клетки – усложненный тип.

 

 

 

 

 

1)Рассчитываем нормативную погонную нагрузку

 

1,02 (30+1,1) 1,25 = 39,65 кН/м.п. = 0,3965 кН/см

 

Рассчитываем погонную нагрузку

 

= 1,02 ( 30 1,2 + 1,1 1,1) 1,25 = 47.443кН/м

 

2)Находим максимальный момент и нагрузку

 

= =79,3кНм = 7930кНсм

 

= = 79,3 кН

 

Подбираем требуемый момент сопротивления

 

= см³.

С_x – коэффициент пластичности = 1,12;  γ_с – коэффициент условия работы = 1.

Согласно сортамента ГОСТ 8239-72* ТУ 14-2-24-72 принимаем двутавровую балку  23                                                                                                                                                                                                                                                                                                                                                                       23Б1W_ф = 260,5 см³, I_x =2996 см⁴, g_доп = 25,8 кг/м.

Проверка по напряжению:

 

1. = кН/м²

 

 

Так как 23Б1 W_ф = 260,5 см³, I_x =2996 см⁴, g_доп = 25,8 кг/м.

- удовлетворяет проверку по напряжению, то принимаем её в качестве балки настила.

 

Проверка по прогибу:

см.

Допустимый прогиб:

 

см.

 

 

23Б1 W_ф = 260,5 см³, I_x =2996 см⁴, g_доп = 25,8 кг/м.

.- проходит по прогибу, отсюда следует, что принимаем двутавровую балку 23Б1 в качестве балки настила.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Расчет  вспомогательной балки:

 

 

 

1)Рассчитываем нормативную погонную нагрузку:

 

1,02 (30+1,1+0,258/1,25) 4 = 127,73 кН/м.п

 

Рассчитываем погонную нагрузку:

 

=1,02 (30 1,2+(1,1+0,258/1,25)1,1) 4=

=152,74 кН/м.п.

 

2)Находим максимальный момент и нагрузку:

 

= = 1073,95кНм =107395кНсм

 

= = 572,78 кН

 

3)Подбираем требуемый момент сопротивления:

 

= см³.

 

С_x – коэффициент пластичности = 1,12;  γ_с – коэффициент условия работы = 1.

Согласно сортамента ГОСТ 8239-72* ТУ 14-2-24-72 принимаем двутавровую балку 70Б1W_ф = 3645 см³, I_x = 125930 см⁴, g_б.н = 129,3кг/м.

 

Проверка по напряжению:

 

1) = -(-4,4%) кН/м²

 

 

Отсюда видно, что 70Б1 W_ф = 3645 см³, I_x = 125930 см⁴, g_б.н = 129,3кг/м.

 

удовлетворяет проверки по напряжению.

 

Проверка по прогибу:

 

см.

 

Допустимый прогиб:

 

см.

 

Окончательно 70Б1 W_ф = 3645 см³, I_x = 125930 см⁴, g_б.н = 129,3кг/м.

 

1 м² перекрытия весит: 110 + = 163кг.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Третий вариант балочной клетки – усложненный.

 

 

 

 

 

 

 

Расчет балки настила:

 

 

 

1. Рассчитываем нормативную погонную нагрузку:

 

1,02 (30+1,1) 1,5 = 47,58 кН/м.п. = 0,4758кН/см

 

Рассчитываем погонную нагрузку:

 

= 1,02 (30 1,2 + 1,1 1,1) 1,5 = 56,93кН/м.п.

 

2)Находим максимальный момент  и нагрузку:

 

= = 72,87кНм = 7287кНсм

 

= = 91,08 кН

 

3)Подбираем требуемый момент  сопротивления

 

= см³.

 

С_x – коэффициент пластичности = 1,12;-γ_с – коэффициент условия работы = 1.

Согласно сортамента ГОСТ 8239-82*  принимаем двутавровые балки

22Б1W_ф = 232,0см³, I_x = 2550 см⁴, g_доп = 24,0 кг/м g_б.н= 0,24 кН/м

 

Проверка по напряжению:

 

1) = кН/м²

 

Согласно проверки принимаем  22Б1W_ф = 232,0см³, I_x = 2550 см⁴, g_доп = 24,0 кг/м g_б.н= 0,24 кН/м

 

Проверка по прогибу:

см.

Допустимый  прогиб:

 

см.

Окончательно принимаем  двутавр  22Б1W_ф = 232,0см³, I_x = 2550 см⁴, g_доп = 24,0 кг/м g_б.н= 0,24 кН/м

 

Расчет вспомогательной  балки:

=1,02 (30 1,1+(1,1+0,258/1,5)1,1) 3,2=

=31,66 кН/м.п.

 

 

1)Рассчитываем нормативную погонную  нагрузку:

 

1,02 (30+1,1+0,258/1,5) 3,2 = 31,66 кН/м.п

=0,3166кН/см

 

Рассчитываем погонную нагрузку

 

=1,02 (30 1,2+(1,1+0,258/1,5)1,1) 3,2=

=40,53 кН/м.п.

 

2)Находим максимальный момент и нагрузку

 

= = 284,97кНм =28497кНсм

 

= =151,98 кН

 

   3)Подбираем требуемый момент сопротивления

 

= см³.

 

С_x – коэффициент пластичности = 1,12;  γ_с – коэффициент условия работы = 1.

Согласно сортамента ГОСТ 8239-72* ТУ 14-2-24-72 принимаем двутавровые балки 40Б2 W_ф = 935,7см³, I_x = 18530см⁴, g_б.н = 54,7 кг/м = 0,547 кН/м.

Проверка по напряжению:

 

1) = -( 1,45% )кН/м²

 

Согласно проверки принимаем: 40Б2 W_ф = 935,7см³, I_x = 18530см⁴, g_б.н = 54,7 кг/м = 0,547 кН/м.

 

Проверка по прогибу:

 

см.

 

Допустимый прогиб:

 

см.

 

1м² перекрытия весит: 110 + = 154,1 кг.

 

 

Окончательно принимаем: : 40Б2 W_ф = 935,7см³, I_x = 18530см⁴, g_б.н = 54,7 кг/м = 0,547 кН/м.

 

 

 

 

 

 

№ варианта	Расход стали			Кол-во типоразмеров на ячейку	Кол-во монтажных единиц
	на 1 м	на ячейку AxB	%
1 норм.тип	155,2	18,624т	100	1	16
2 усложнен.	163,0	19560	95	2	24
3 усложнен.	154,1	18492	106,7	2	30

 

К дальнейшей разработке принимаем второй вариант балочной клетки, по минимальной трудоемкости изготовления и монтажа.

 

 

 

 

 

 

2.Расчет главной балки составного сечения.

 

      1) Рассчитываемнормативную  погонную нагрузку главной балки:

1,05 (30+1,1+1,63+32,3) 7,5 = 1283  кН/см

2) Рассчитываем расчетную погонную нагрузку главной балки:

=1,05 (30 1,2+(1,1+30,3+32,3) 1,1)

7,5 = 297,6кН/м

 

3) Находим максимальный момент  и нагрузку:

= 76158,6 кНм = 7615860кНсм

 

 

= = 2308,8 кН

 

4) Определяем требуемый момент сопротивления главной балки:

 

= см³.

 

γ_с – коэффициент условия работы = 1.

 

Из условия экономичности  вычисляем оптимальную высоту балки:

 

, где k – коэффициент для сварных балок постоянного сечения k = 1,1;   t_ω– толщина стенки из расчета:

 

= 11,8 мм, принимаем 12 мм.

 

Из условия экономичности вычисляем  оптимальную высоту балки:

 

h_opt = 1,1 = 170,26 см.

 

Из условия обеспечения требуемой  жесткости высота балки должна быть не менее h_min

 

136,68 см.

 

Принимаем высоту балки 180см.

 

Толщину пояса t_f принимаем равной 2,5 – 3 от толщины t_ω, отсюда t_f = (30 - 36)t_ω = 2,5 – 4 , задаемся t_ω = 3,6 см, отсюда h_ω = 180 – 8 = 172см.

 

 

 

 

Проверяем принятую толщину  стенки t_w

А) по срезу 

R_s=0.58 R_y=0.58 26.5=15.37 Kн/см

Проверяем прочность  стенки на срез на опоре:

= = 1,07 < 1,2 см.

Проверяем по местной  устойчивости без развития пластических деформаций:

см

Таким образом оба условия удовлетворяются.

 

Определим требуемый момент инерции:

= 28749 = 2587410 см⁴.

Момент инерции:

 см⁴.

 

 

Момент инерции, приходящийся на поясные листы:

 

 см⁴

 

 

Через вычислим требуемую площадь сечения поясов балки:

 

=2А_f ( )

133,13 см²

Где =h- = 180-3,6=176,4

Принимаем пояса из универсальной стали:t_f = 3,6 см, , для которой отношение

=

 

 находится в пределах рекомендуемого: .

Принимаем =36,с площадью A =3.6x36=136.8 см

 

Производим проверку принятой ширины (свес) поясов, исходя из их местной устойчивости:

 

; см;.    

 

Гибкость  полки равна 2,87, что не превышает допустимую гибкость полки 14,8 , по местной устойчивости проходит.

 

Определим фактический момент инерции:

 

 

 см⁴

 

 см³

Определим нормальное наибольшее напряжение главной балки:

 

Кн/см²

 

Перенапряжение составляет 4,5 %, что удовлетворяет требованию.

 

Изменение сечения пояса балки.

 

Сечение составной балки с подбором по M_max можно уменьшить в местах изменения момента у опор. Сечение балки уменьшается за счет изменения ширины пояса, при этом сохраняется сечение стенки и толщина пояса. Рациональное место уменьшения сечения для различных балок находится на расстояние (1/5 – 1/6) от длины главной балки до опоры и составляет1/5 20 = 3,4

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Определим изменения в месте:

кНм = 609485кНсм.

кН.

Определим требуемые  и измененного сечения пояса:

 см³.

Где R_y -  расчетное сопротивление стыкового шва, принимается 0,85R_y.

 

Проверим законструированное сечение  на прочность:

 см⁴.

Определяем требуемый момент инерции  поясов, (значение смотрите в расчете главной балки составного сечения):

 см⁴.

 

Требуемая площадь поперечного сечения поясов составит:

 

 где  = 180–3,6 = 176,4 см.

 см².

Ширина пояса  :

см

Принимаем ширину пояса 36 см, тогда = 36 2 = 72 см².

 

 

 

Проверка  местной устойчивости стенки.

 

Стенка представляет собой длинную  тонкую пластинку, испытывает действие нормальных и касательных напряжений σ и I, которые могут вызвать потери ее устойчивости. Устойчивость стенки достигается укреплением ее специальными поперечными ребрами жесткости, расположенными нормально к поверхности выпучивания места стенки и увеличением жесткости стенки.

Определим ширину b_рж и толщину t_рж ребра жесткости.

 см. Принимаем b_рж = 110 мм.

 см. Принимаем t_рж = 0,8 см.

Проверим на местную устойчивость отсек, в который попадает изменение  сечения пояса.

Определим напряжение в сечение  пояса на расстояние 3,6 м.

 кН/см².     кН/см².

Определим I_кр критическое.

, где  ; R_s = 0,58R_y = 0,58 * 26,5 = 15,37

Гибкость стенки λ_ω рассчитывается по формуле:

 кН/см .

, где С_кр из таблицы 7.4 {1}

С_кр = 34,65

 

 кН/см².

Устойчивость стенки определим  по формуле:

, где γ_s = 1

 

;

0,93< 1

Проверка показала, что устойчивость стенки обеспечена и постановка ребер  жесткости на расстояние a=200 возможна.

 

 

 

 

Конструирование и расчет укрупнительного стыка  на высокопрочных болтах.

 

Так как размеры целой балки  и её вес не позволяют перевозить и монтировать целиком, то разрезают  балку на отправочные элементы.

Определим момент в стыке.

кНм = 818400кН/см.

кН. 

Распределение моментов между поясами  и стенкой проходит пропорционально  их моментам инерции:

 кН/см

 

 кН/см

Стык выполняется на высокопрочных болтах d = 24, сталь марки 38ХС “селект” (по таблице 61 СНиПа, ГОСТ 22356-77*)

R_bun = 135 кН/см². A_bn = 3,52 см².

Обработка поверхности газопламенная.

R_bn = 0,7R_bun = 0,7 * 135 = 94,5 кН/см², Аb = 4,52 см², Ns = 2, γb = 1.

μ – коэффициент трения, принимается по таблице 36* из СНиП II-23-81* μ = 0,42

γ_n – коэффициент надежности, принимается по таблице 36* из СНиП II-23-81* γ_n = 1,35

Определим расчетное усилие, которое  может выдержать один высокопрочный  болт.

Часть момента воспринимается поясами накладки

кНсм.

 

Определим количество накладок и болтов.

1 накладка размером: 20 х 360 х 690

2 накладка размером: 20 х 160 х 690

 

Определим размеры поясных накладок

 

t_н^f х b _н^f х l _н^f

 

t_н^f  > 0.5 t_f =0.5*36=18 следовательно t_н^f=20 шт

 

b _н^f = b_f=360 мм

 

l _н^f=(2d+3a+2d)2+зазор=(2*24+4*60+2*24)2+16=690 мм

 

окончательно принимаем накладка размером: 20 х 360 х 690

 

t_н^f1 х b _н^f1 х l _н^f1

 

t_н^f1  = t_н^f =20 мм

 

b _н^{f1 =}( b _н^f-(t_w+зазор (10-20))/2=(360-12+2*14))/2=160 мм

 

l _н^f1= l _н^f=690 мм

 

окончательно принимаем накладка размером: 20 х 160 х 690

Расчет накладок по стенке .Накладки по стенке расчитываются на часть  изгибающего момента, приходящегося  на стенку и на всю поперечную силу

 

Определим размеры накладки:

 

l_н =h_b-(2_tf+2_tн^f1 +2зазор(10-12))=1800-(2*36+2*20+2*16)=1656 мм

 

l₁= l_н-3d=158.4мм

 

Размещение по вертикальной стенке осуществляется с шагом :

 

_{аверт=(5-8)d=120-192}

_{аверт=l1/11=144 мм}

Максимальное горизонтальное усилие от изгибающего момента стенки, действующее на крайний болт (который является наиболее нагруженным):

кН.

см².

Отсюда:

кН.

 кН.

 использование узла допускается.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Расчет и конструирование  опорных диафрагм жесткости.

 

Сопряжение главных балок со стальной колонной осуществляется опиранием  балок сверху. Конец балок укрепляется диафрагмами жесткости. Последние надежно приварены сварными швами, а торцы диафрагмы жесткости фрезеруют для непосредственной передачи опорного давления на плиту оголовка металлической колонны.

 кН, кН/см² (по таблице 52* СНиП II-23-81*).

Определим площадь сжатия торца  диафрагмы жесткости (d_ж).

 см², отсюда найдем:

см, принимаем t_dж = 20 мм =2,0 см.

Проверим опорную диафрагму  жесткости на устойчивость: см

 

 отсюда  см².

Момент инерции: 7779,1см .

см.

Гибкость диафрагмы жесткости:

(по таблице 72 СНиП II-23-81*) φ = 0,952, отсюда

 кН/см², σ = 25,24 < R_y = 26,5 (3,5%)

Расчитываем прикрепление диафрагмы  жесткости к стенке балки двусторонним с сварными швами. Сварку производим Э46А

B_с=1;   В_ш=0,8

 

R_уш^св=20 кн/см²

 

R_ус^св=16,5 кн/см²

 

16кн/cм²=0,8*20 В_ш* R_уш^св  < B_с* R_ус^св =1*16,5 кн/см²

 

Определяем катет шва:

 

К_ш> *1= *1=0.95 см

Принимаем катет шва К_ш=10мм.Проверяем длину рабочей части шва:

 

L_ш=85*В_ш*К_ш=85*0,8*1=68<h_w =172,8см

Опорную диафрагму привариваем к стенке главной балки по всей длине сплошным швом К_ш=10мм

 

Расчет  и конструирование центрально-сжатой колонны.

 

Согласно заданию отметка верха  настила Н = 10,5 м, отсюда вычисляем  длину колонны

10,5 – (0,012 + 2) + 0,714 = 9,2 м.

Определим N нагрузку, которую воспринимает колонна N = , где G=(15 – 20)кН.

N = 2 * 2380,8 = 4761,6 кН.

Принимаем материал колонны: Вст 3пс 6-2 R_y = 27,5 кН/см². Зададимся типом колонны. Колонна сквозная с двумя ветвями из двутавров с планками, гибкость колонны λ_х = 65,

φ = 0,78 (приложение 7 учебника “Металлические конструкции” под редакцией Беленя). Отсюда найдем требуемую площадь сечения колонны:

- на две колонны, а на одну 247,3 / 2 = 123,6 см².

I_tr= =14.15см

Принимаем двутавр из выборки ТУ 14-2-24-72  50Б2; вес q = 79 кг/м, А = 101 см²,

I_x = 43120см⁴, W_x = 1720 см³, i_x = 20,7 см, I_y = 1920 см⁴, i_y = 4,37 см _,   h=500мм, b=200мм,S=8,4  

Фактическая площадь сечения колонны  составит А_к = 102.8 * 2 = 205.6 см². Производим расчет относительно оси У-У. Определим расстояние между ветвями колонны Z_a из условия равноустойчивости колонны в двух плоскостях λ_в = 20 – 40, принимаем λ_в = 30.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Требуемый момент инерции равен:

 см⁴, отсюда

23,31 принимаем a = 24, тогда определим фактический момент инерции:

 см⁴

см.

см.

 

см.

проверку проводим по :

 от 27,5

Недонапряжение составляет 9%.

Расчет  планок.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Определим расстояние между планками колонны по гибкости:

см,H=9,5-(0,015+0,01+0,03)=9,445 м , тогда 9,445 / 2,259 = 4,18, принимаем 5 расстояний, то есть 5 планок размером 8 х 400 х 300 с расстояниями между ними 2 м.

Определим ширину планки: кН – поперечная сила в колонне.

Вычислим поперечную силу, приходящаяся на планку одной грани:

кН.

Вычислим изгибающий момент и поперечную силу в месте прикрепления планки:

кНсм.

кН.

Принимаем приварку планок к полкам двутавров угловыми швами с катетом  шва R_ш =  0,6 см. Определим какое из сечений угловых швов по прочности, по металлу шва или по границе сплавления, имеет решающее значение. МПа

Необходима проверка по металлу  шва. Для проверки имеем расчетную  площадь шва

 см².

Момент сопротивления шва:

 см³.

Находим напряжения в шве от момента  и поперечной силы:

 кН/см²,   кН/см².

Проверяем прочность шва по равнодействующему  напряжению:

 кН/см²< кН/см².

 

Расчет  и конструирование оголовка колонны.

 

При свободном сопряжение балки  обычно ставят на колонну сверху, что  обеспечивает простоту монтажа. В этом случае оголовок колонны состоит  из плиты и ребер, поддерживающих плиту и передающих нагрузку на стержень колонны. Ребра оголовка приваривают к опорной плите и к ветвям колонны при сквозном стержне или к стене колонны при сплошном стержне. Швы, прикрепляющие ребро оголовка к плите, должны выдержать полное давление на оголовок. Толщину опорной плиты определяем на стыке под полным опорным давлением.

Определим нагрузку, которую воспринимает колонна: кН.

Определим толщину опорной плиты:

см, принимаем  22 мм.

 см². , см².

=2а-1=48-1=47

t = принимаем 25 мм по ГОСТ 82-70.

Высоту ребра оголовка определяется требуемой длинной швов, передающих нагрузку на стержень колонны (длина швов не должна быть больше 85 ):

 см.+8 см на непровар =65см

Диафрагму жесткости принимаем  конструктивно 12мм.

 

 

 

 

 

Расчет  базы колонны.

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

 

Принимаем материалы для базы колонны  с траверсом Вст 3пс6-2 Ry = 23,5 кН/см², фундамент - класс бетона В = 12,5, кН/см². Если расчетное усилие, действующие на базу N = 3605,4< 5000 кН, то принимаем конструкцию базы с траверсами.

N = 2 * 1792,7 + 20 = 3605,4 кН.

Определим требуемую площадь плиты:

 см².

Так как мы задались b_pl = 62см из конструктивных соображений, то можем определить L_pl:

cм.Принимаем L_pl=700мм см².

Определим напряжение под клеткой:

 кН/см².

Вычислим изгибающие моменты на различных участках плиты:

1 консольный участок:

 кН/см².

2 участок опорный на 4 канта α= 0,048

 кН/см².

3 участок опертый на 3 канта β=0,133

 кН/см².

Толщину плиты t_pl определим по M_max:

cм.

Принимаем tpl = 40 мм с учетом отстрожки, то что tpl получилось более 4 см показывает необходимость ребра жесткости.

Толщина траверса t_tr = 10 мм принимаем и привариваем ее к ветвям колонны и к плите условными швами k_шf = 10 мм. Высоту траверсы найдем из условия работы сварных швов по срезу:

 на непровар и принимаем  76 см = 760 мм.

Список литературы:

 

1. СНиП II-23-81* “Стальные конструкции. Нормы проектирования”. Москва, Госстрой России ФГУП ЦПП 2005 г.

 

2. СНиП 2.01.07-85 “Нагрузки и воздействия. Нормы проектирования ”. Москва, Госстрой России ФГУП ЦПП 2005 г

 

3. “Металлические конструкции”. Общий курс под редакцией Е.И. Беленя, 6-ое издание, переработанное и дополненное. Москва, Стройиздат 1985 г.

 

4. Методическое указание для оформления курсовой работы по дисциплине “Металлические конструкции” - Семенов В.С., Ким Л.И. БПИ 1991 г.