[Nosfer]

Приветствую всех, уважаемые!

Нужна небольшая помощь в расчете несущей способности двутаврой балки (подобрать номер двутавра). Идея такова: здание 30,5 х 16,5, перекрытие 1 и второй этаж будут из плит ПК-60-10-8 (5,98х0,99х0,22; вес 1,725кг). и того 80 плит на 4 двутавра.(в каждом ряду по 16 плит).Крайние плиты одним концом будут уложены на фронтоны(кладку кирпичную) Возник вопрос с рачсетом несущей способности двутавра под плитами.Двутавр будет нарощен,но по середине его будет подпирать ж/б колонна диаметром 500мм. Таким образом шаг двутавра будет 8м. Ориентировочную нагрузку беру по усредненке 400кг/м2. Как посчитать какие двутавры надо для поддержания такого перекрытия??? Но необходимо с запасом,так как планируется второй этаж сделать под выставочные образцы изделий из жести.
Дело в том,что уже далек от сопромата.А конструктором работаю в машиностроении,да и всегда работал. Со строительством дел не имел(проектирование имеется в виду).Если есть возможность, то подскажите пути решения.Желательно не просто ответом "тебе нужен двутавр 30Б" ,а аргументированно.(как прикинуть мне расчет).Капнул сейчас сопромат.Не могу подобрать пример расчета. Балка ,получается,многопролетной,нагрузка распределенная. Максимально изгибающий момент получается Mmax =(q*l2)/8 = 3200 кг*м. А дальнейший ход мысли теряется.
Заранее спасибо за любую информацию.

[Tvorec]

Сообщение от Nosfer Максимально изгибающий момент получается Mmax =(q*l2)/8 = 3200 кг*м. А дальнейший ход мысли теряется.

Нагрузки ббы проверить еще раз. Маловато будет такой момент. Сейчас посмотрим (постепенно).
Но расчет тебе подскажу чтоб ты понял. Расчетное сопротивление стали С245 Ry=2.45т/см2, определяем требуемый момент сопротивления Wx=3,2тм *100/2.45=131 см3 - это двутавр 18Б2, или 20Б1 или нормальный двутавр №18. Мало как-то. Сразу оговорюсь, что я не учитывал еще коэффициент изгиба фи_b, чуть позже подкину мыслей может. А если тебе нужна методика, по которой считают все строители, то тебе в СП16.13330.2011 раздел 8. (это новый СНиП II-23-81*, но старый тоже действует и он даже кажется чуть главнее -традиция понимаешь ли, давно пользуются - так вот в старом СНиП II-23-81* это разделы 5 и 7.)

[Nosfer]

Хорошо спасибо за подсказку в направлении движения,поковыряю по снипу. Да действительно мало получается. 18-ая балка ну совсем не идет туда.С условием того,что будет проходимость людей...Жду еще интересных ответов,может кто еще подкинет мыслю. Тут поступила новая инфа, хотят поставить балку(обмерил съездил),подпадает под 40Б1 ГОСТ 26020-83. Так как где-то ее нашли по блату видимо. Я так понимаю ее с лихвой хватит???. Или ,всеже, посчитать для пущей уверенности...

[Tvorec]

Сообщение от Nosfer Жду еще интересных ответов,может кто еще подкинет мыслю.

Ух держись, щас закидаем
Щас прикину расчет
Nosfer, обрати внимание на необходимую величину опирания плит, вот тебе в помощь буквально в одну страничку тема http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=71940
Нагрузку ты явно занизил, надо брать больше - как и просил, аргументирую - согласно СП20.13330.2011 "Нагрузки и воздействия" раздел 8.2 таблица 8.3 строке 4 под торговые, выставочные и экспозиционные залы нормативная нагрузка (т.е без учета возможных перегрузок) принимается не меньше 4 кПа - или 407кг/м2 (можешь посмотреть таблицу, вдруг считаешь, что другая позиция лучше описывает тип эксплуатируемого зала жести, а то я плохо себе представляю такой зал). А потом еще надо добавить собственный вес перекрытий, бетонной стяжки по ним для выравнивания, настил полов или плитка и мелочи всякие. И это без учета коэффициента перегрузок - по-строительному, коэффициент надёжности.
Ну, глубоко вдохни

Нагрузка от людей 407кг/м2, коэффициент надежности 1.2
Бетонная стяжка принимаю 5 см, (вес у нее 2500кг/м3, принял минимальную высоту стяжки) - 0.05*2500=125кг/м2, коэффициент надежности 1.3
Плита перекрытия вес 1725 кг/(5.98*0.99)=292кг/м2, коэффициент надежности 1,1
Плитка, настил полов или другое принял 20 кг/м2 (сразу говорю, нагрузку взял с потолка, надо смотреть что у вас там за покрытие пола), коэффициент надежности 1,2

Считаем расчетную нагрузку на квадратный метр перекрытия:
q=407*1,2+125*1,3+292*1,1+20*1,2=996,1кг/м2

Собственный вес двутавра 40Б1 q=48.1кг/м, коэффициент надежности 1,05

Считаем погонную нагрузку на погонный метр балки (собираем с шага балок 6-ть метров):
q=996,1*6+48.1*1.05=5976,6+50.5=6027.1 кг/м=6, 027 т/м

Расчет неразрезной балки дает следующие значения:
В пролете - М=27.1тм,
Над средней колонной М=48.2тм
Опорная реакция на крайнюю колонну Q=18.1т
Опорная реакция на среднюю колонну Q=60.2т
Прогиб 40.3мм.
Считаем допустимы прогиб f/l=1/200=8000/200=40мм
40.3=40 - проходит
Ищем требуемый момент сопротивления Wтр=48.2*100/2.45=1967,4 см3
У двутавра 40Б1 Wx=803,6 см3

1967,4 > 803.6 - двутавр 40Б1 НЕ ПРОХОДИТ

Итак:
1) Насколько я понимаю, для опирания плит нужно минимум 100м, полка у двутавра 40Б1 b=165мм, что значит для каждой плиты опирание 82,5мм - не проходит.
2) Я надеюсь вы варить плиты к балкам будете (и балка будет явно не 40Б1), а то если еще и фи_b сюда добавить, то вообще поплохеет (просто при непрерывном опирании плит перекрытия с приваркой фи_b=1)
3) Я считал что принята сталь С245, - может быть у вас другая?
С тебя 100руб за расчёт

[Nosfer]

Творец громадное тебе спасибо за проделанную работу. Но хочу тебя еще попросить...Мои "уважаемые" руководители исходят из того,что есть,несмотря на то,что я им привел в убеждение. Хотят поставить по 2 балки 40Б1. Сваренные между собой. Целесообразно это делать или нет? И можно ли это сделать? Плюс я не понял "2) Я надеюсь вы варить плиты к балкам будете" это как понять варить? Плиты перекрытия ,насколько я знаю, просто кладутся в стык друг с другом. А по наружке уже с вытекающей отделкой. Просто мне ближе фасад=)Я там малость работал=)
Теперь не понятно вот еще что: "Собственный вес двутавра 40Б1 q=48.1кг/м, коэффициент надежности 1,05" .в какой справочной информации это берется? Или рассчитывается.
Расчет неразрезной балки дает следующие значения:
В пролете - М=27.1тм,
Над средней колонной М=48.2тм
Опорная реакция на крайнюю колонну Q=18.1т
Опорная реакция на среднюю колонну Q=60.2т
Прогиб 40.3мм.
Эти расчеты сделаны по сопромату,я правильно понял? Либо ты програмкой считаешь "аля Лира"

"Считаем допустимы прогиб f/l=1/200=6000/200=30мм"
Что понимается под "l" при расчете прогиба. длина шага балки? или что? Мне не понятно.
Сразу признаюсь СНип только сейчас качаю. Еще не смотрел его даже.
Ну и вернемся к баранам нашим ,так есть ли возможность 40б1 сварить и положить,получится двухрядная балка. Я не совсем понимаю целесообразность этого,но хотят сделать таким образом.Разговаривал со строителем сегодня, сказал,что плите перекрытия "пойдет и 50мм на сторону". Но им не доверяю,но он усиленно ездеет по ушам начальнику.
Ах да,сталь,скорее всего С245,балки лежат еще с 2000-ых годов,начала имеется ввиду,на складе. История их возникновения забыта.Видимо кто-то когда -то прикупил по блату. И думали куда их прилепить. Балки не сварные а видно,что заводские.Тогда врятли из другого делали...Хотя могу и ошибаться.
Ну и в качестве поощрения,не мог ли ты прикинуть какая балка вообще туда подойдет, а я всеравно попробую пересчитать сам. Только вот узнаю сейчас от тебя по расчету кое какие подробности=) ДУмаю и в сопромате разберусь.Когда то щелкал все это на ура, правда по механической части,а не по строительной.
Заранее тебе спасибо за отзывчивость..крайне благодарен.

[Tvorec]

Я тебе постепенно отвечу, а то долго будешь ждать, пока я все напечатаю.

Сообщение от Nosfer "Собственный вес двутавра 40Б1 q=48.1кг/м, коэффициент надежности 1,05" .в какой справочной информации это берется?

Это все тот же СП20.13330.2011 раздел 7 таблица 7.1.

Сообщение от Nosfer Что понимается под "l" при расчете прогиба. длина шага балки? или что?

Да, это длина пролета балки между опорами.Всё это можно посмотреть опять в СП20.13330.2011 раздел 15 и приложение Е.2 табл.Е.1.

Сообщение от Nosfer Эти расчеты сделаны по сопромату,я правильно понял? Либо ты програмкой считаешь "аля Лира"

Ты правильно понял - сделаны по сопрамату с помощью программы Lira 9.8.
Offtop: P.S. Расчет Lira 9.8 и расчет ручной ничем не будут отличатся, тк сопромат для компьютера также незыблем, как и для конструкций.

Сообщение от Nosfer Сразу признаюсь СНип только сейчас качаю. Еще не смотрел его даже.

Это не страшно.

Сообщение от Nosfer Разговаривал со строителем сегодня, сказал,что плите перекрытия "пойдет и 50мм на сторону". Но им не доверяю,но он усиленно ездеет по ушам начальнику.

Уже говорил в посте №4:"Nosfer, обрати внимание на необходимую величину опирания плит, вот тебе в помощь буквально в одну страничку тема http://forum.dwg.ru/showthread.php?t=71940"
В этой ссылке выбери документ, соответствующий твоим плитам перекрытия, и напротив написана минимальная площадь опирания плит перекрытия, чтобы сразу быть в курсе. Потом берешь этот документ, печатаешь, находишь нужную страницу с предельной длинной опирания, и даешь по башке этому прорабу, ибо когда произойдет скалывание бетона плит перекрытия или раскалывание плиты по наклонным сечениям, плита упадет не ему на голову, а другим людям.

Сообщение от Nosfer какая балка вообще туда подойдет, а я все равно попробую пересчитать сам.

Немного заглянем в пост №4:"Ищем требуемый момент сопротивления Wтр=48.2*100/2.45=1967,4 см3"
Открываем сортамент двутавров и выбираем балку с моментом сопротивления Wx>=Wтр
Ближайшими будут:
1. Из СТО АСЧМ (двутавры с параллельными гранями полок) - это 55Б1 Wx=2051см3, 40Ш2 Wx=2025cм3, 35К2 Wx=2303cм3 (я написал три вида двутавров, потому что их в данном СТО три вида)
2. Из ГОСТ 26020-83 (двутавры с параллельными гранями полок) - это 55Б1 Wx=2051см3, 40Ш2 Wx=2025cм3, 35К2 Wx=2132cм3 (я написал три вида двутавров, потому что их в данном ГОСТе три вида)
3. ГОСТ 8239-89 (двутавры с уклоном полок) - это №55 Wx=2035см3

Сообщение от Nosfer Плюс я не понял "2) Я надеюсь вы варить плиты к балкам будете" это как понять варить? Плиты перекрытия ,насколько я знаю, просто кладутся в стык друг с другом.

У вас балки металлические, незамкнутого сечения (то есть они не замыкают какой либо объем в себе в отличие от труб, которые ограничивают внутри себя некое пространство - но при этом обязательна непрерывность сечения труб, тк разрезанная вдоль (не поперек) труба уже уже будет не замкнутой). Стальные конструкции считаются согласно СП16.13330.2011 (или СНиП II-23-81*). Так вот в СП16.13330.2011 согласно разделу 8.4 двутавровая балка будучи неодинаково развитой в разные стороны (по высоте больше, чем по ширине) при изгибе может резко выгнутся в бок и закрутится с последующим обрушением. Данное обстоятельство учитывается коэффициентом фи_b при расчете на изгиб. Сам коэффициент фи_b рассчитывается по приложению Ж. Согласно п.8.4.2: " При определении значения фи_b за расчетную длину балки Lef следует принимать расстояние между точками закреплений сжатого пояса от поперечных смещений (узлами продольных или поперечных связей, точками крепления жесткого настила); при отсутствии связей Lef = L (где L - пролет балки); за расчетную длину консоли следует принимать: Lef=L при отсутствии закрепления сжатого пояса на конце консоли в горизонтальной плоскости (здесь L- длина консоли) или расстояние между точками закрепления сжатого пояса в горизонтальной плоскости - при закреплении пояса на конце и по длине консоли."

Я спросил про приварку плит перекрытий к балкам потому что согласно СП16.13330.2011 пункт 8.4.4:

Устойчивость балок 1-го класса, а также бистальных балок 2-го класса следует считать обеспеченной:
а) при передаче нагрузки на балку через сплошной жесткий настил (плиты железобетонные из тяжелого, легкого и ячеистого бетона, плоский и профилированный металлический настил, волнистая сталь и т.п.), непрерывно опирающийся на сжатый пояс балки и с ним связанный с помощью сварки, болтов, самонарезающих винтов и др; при этом силы трения учитывать не следует"

Чтоб ты сразу понял, что имеется ввиду под 1-ым, 2-ым, 3-им классом балок, то это пункт 4.2.7 СП16.13330.2011.
Всё вышесказанное один в один в СНИП II-23-81*, просто пункты различаются по номерам.

Сообщение от Nosfer Хотят поставить по 2 балки 40Б1. Сваренные между собой. Целесообразно это делать или нет? И можно ли это сделать?

Я не совсем понял как именно сваренные. Ты имеешь ввиду, что они ставятся одна поверх другой и их пояса свариваются, или же они ставятся боком друг к дружке и свариваются - в результате чего получается короб из двутавров?
Кстати, а не рассматривали вариант просто сделать дополнительную опору (колонну), чтоб уменьшить пролет?

[Nosfer]

они ставятся боком друг к дружке и свариваются - в результате чего получается короб из двутавров? - Да ты прав
Кстати, а не рассматривали вариант просто сделать дополнительную опору (колонну), чтоб уменьшить пролет. Не рассматривал сей вариант,нужен пролет хороший не менее 6 метров
Да они ,наверное,даже не сваренные будет а просто две лежать.Зачем их варить.ведь правильно же.Просто получится что на одной балке будет лежать один ряд плит.

[Tvorec]

Еще, спаренные боком друг к другу двутавры дадут нормальный прогиб, потом у двутавра 40Б1 Wx=803,6 см3, у двух Wx=803,6х2=1606 см3. Разница 1967.4-1606=361см3 или 18.4% от требуемого Wтр. Напомню в пост №4 я писал :
согласно СП20.13330.2011 "Нагрузки и воздействия" раздел 8.2 таблица 8.3 строке 4 под торговые, выставочные и экспозиционные залы нормативная нагрузка (т.е без учета возможных перегрузок) принимается не меньше 4 кПа - или 407кг/м2 (можешь посмотреть таблицу, вдруг считаешь, что другая позиция лучше описывает тип эксплуатируемого зала жести, а то я плохо себе представляю такой зал).
Просто если у вас нагрузка при эксплуатации не 407 кг/м2, а например 205кг/м2, то делаем перерасчет нагрузки на 1м2 перекрытия:q=996,1-(407-205)=794.1кг/м2, или уменьшение нагрузки на 20.2%, а соответственно два двутавра 40Б1 проходят, так как нагрузка уменьшилась, уменьшился и необходимый момент Wтр=1967.4*(100-20.2)=1570см3 <1606cм3( но это только при условии что у вас реально нагрузка не больше 205кг/м2, как для жилого дома)

Далее, если вы достаточно часто сделаете шов между двутаврами, чтобы сделать нормальный короб, то вопрос с коэффициентом фи_b отпадает, так как для короба фи_b=1.

[Nosfer]

Вот меня в тупик загнали. Ты очень грамотно мне все рас жевал. Но мне не говорят,что точно там будет.По началу выставочный зал,теперь может еще ,что.Хозяин, видимо,сам не определился. Вот как в таком случае быть? Уж больно он хочет их приспособить ,так как их в достатке на складе.А почему мы уменьшаем на 20% ? Ведь получается мы каждую балку разгружаем вдвое.Значит выходит,что те же 405 кг/м2 ,но по полам.Ведь мы две балки ставим рядом друг с другом. Так как на одной балке теперь будет по одному ряду плит перекрытия с одной стороны,а не по два ,с двух соответственно как ранее.И их не сваривать между собой и не делать никакую стяжку. Такой вариант возможен?

[Tvorec]

Сообщение от Nosfer А почему мы уменьшаем на 20% ? Ведь получается мы каждую балку разгружаем вдвое.Значит выходит,что те же 405 кг/м2 ,но по полам.Ведь мы две балки ставим рядом друг с другом.

Я пошел через процентное соотношение потому что так проще. А вообще посмотри сбор нагрузок на перекрытие, а затем на балку. Вообще то надо переделать весь расчет с нагрузками - переделай и получишь тот же самый результат.

Сообщение от Nosfer Так как на одной балке теперь будет по одному ряду плит перекрытия с одной стороны,а не по два ,с двух соответственно как ранее.

Нет, там в ОБЩЕМ надо Wx=1570 см3 (это как для жилого здания при нагрузке 205 кг/м2) для того чтоб все стояло, а не рухнуло, а у одной балки 40Б1 всего Wx=803cм3 - сдваивать без вариантов.

Сообщение от Nosfer И их не сваривать между собой

Нет, нельзя. При пролете балки 8м и не приваренных плитах перекрытия балка без закреплений имеет коэффициент фи_b=0.332. Соответственно нужно увеличить требуемый момент сопротивления (возьмем цифру 1570см3 как для жилого здания при 205кг/м2) Wтр=(1570*27.1/48.2)*/0.332=882.7/0.332=2658,73см3 - замучаетесь балки кидать.
Однако (пришла в голову мысль) если вы как нибудь сплачиваете две балки, и при этом разнесете их немного в стороны (ну на 10см) , то вопрос с необходимой шириной опирания плит будет решен. (а сплотить например через частые планки, внизу балок можно просто наварить их, они ничему мешать не будут, а вот наверху где плиты лежать будут, там надо как то между поясами вставлять и вваривать, а рассчитывать планки видимо по СП16.13330.2011 раздел 7.2)

Сообщение от Nosfer не делать никакую стяжку. Такой вариант возможен?

Это уже не из области сопромата и расчета балок - а из желания заказчика. Если не делаете, то и учитывать в расчете не надо, но если делаете (или в будущем будет она) - обязательно учитывать - нагрузка-то не малая - 1т на погонный метр балки при 5 см стяжки (кстати учти, что в расчете я принимал ВСЕГО 5 см стяжки, если будет больше -все пересчитывать и переподбирать).
Решил приложить эпюры балки.

Уточни по плитам перекрытия, есть ли у них закладные для приварки к балкам, на которые они будут опираться (обычно всегда есть, тогда и вопрос с фи_b отпадет).

Я должен извинится, при расчете прогиба я ошибся - взял размер пролета почему то 6м, а не 8м (сразу не понял, а ты мне об этом говорил). Тогда получается, что балка по прогибам проходит (я подправил пост №4)
Offtop: Добавлю от себя - как минимум на промежуточной опоре обязательно нужны двухсторонние ребра на обе балки, ибо стенка двутавра не выдержит максимальную опорную реакцию 60,2т вместе с моментом 48,2тм (да пусть даже и меньше будет нагрузка, все равно многовато для стенки)

[Nosfer]

Большое спасибо за проделанную работу. Перевариваю теперь=)

[Tvorec]

Решил до кучи подкинуть, вдруг я не правильно понял: заметь, я в посте №4 и №10 считал неразрезную (непрерывную) балку на все 16м, я исходил из сказанного:

Сообщение от Nosfer Двутавр будет нарощен,но по середине его будет подпирать ж/б колонна диаметром 500мм. Таким образом шаг двутавра будет 8м

Но если балка длинной всего 8м, то момент также считаешь по полученной погонной нагрузке по формуле M=qL^2/8, поперечная сила Q=qL/2 (сразу скажу что значение момента не изменится, так и останется прежним, если конечно нагрузка не изменится, тк. для двухпролетной балки момент ищется по той же формуле M=qL^2/8, а вот поперечка переменится, распределится равномерно)
Удачи!

Nosfer, я тебе кину файлик, может пригодится для расчетов http://dwg.ru/dnl/12143.

Это файл для расчета внецентренно и центрально сжатых колонн, но там ты можешь посчитать коэффициент фи_b на любой случай для любых комбинаций (а то его не реально долго считать по СП16.13330.2011). (см. во вложении рисунок, там пояснения что где найти, обратите внимание, что нужно смотреть на строке 87, ну или можете просто смотреть сам рисунок - там все варианты коэффициента фи_b уже я привел, они обведены красным).

Я должен извинится перед вами, Nosfer, что ввел вас в заблуждение по своей ошибке, в расчете устойчивости в посте № 10 я взял не тот момент (взял момент с опоры М=48.1тм, а надо было из пролета по рисунку М=27.1тм, - я подправил пост №10). К счастью, ошибка не играла роли, тк все равно необходимо обеспечить устойчивость балок при изгибе.
Еще раз извините, Nosfer.

Я продублирую расчет здесь еще раз:
Если нагрузка от эксплуатации не 407кг/см2, а 205 кг/см2, то требуемый момент сопротивления Wx=1570cм3 (см. пост №8), тогда посчитаем требуемый момент сопротивления в пролете балки:
Wтр=(1570*27.1/48.2)=882.7см3
Рассчитаем требуемый момент сопротивления для обеспечения устойчивости:
Wтр=882.7/0.332=2658,73см3 - это в ОБЩЕМ.
Т.е. одна балка (т.к. у нас сдвоенная) должна иметь Wтр=2658,73/2=1329.36см3 >803,6cм3, или процент использования 165.4%.

Если вы еще не решили проблему обеспечения устойчивости балок, то, как уже говорил, можно поставить друг к другу и сварить вместе или сплотить через планки; или пустить распорку по середине балок, этого будет достаточно (тогда расчетный пролет будет равен Lef=4м, и брать нужно будет как для балки с одним закреплением по середине или наиболее вписывающейся схеме по виду эпюры согласно п.Ж.3 СП16.13330.2011) т.к. тогда фи_b=0,938. Еще можно как нибудь заделать верхний пояс между плитами перекрытия, например, наварить листы вертикально на верхний пояс (хотя бы один посередине пролета балок, но толстый) и завести между плитами (между ними все равно есть зазор), и потом забетонировать, думаю тогда опять же можно будет принимать расчетный пролет Lef=4м и фи_b=0.938 ( чтобы не наваривать на каждую балку по отдельности листы, балки сплачиваются в этом месте, где находится лист). Ну или еще есть какие то варианты, которые я не знаю.
Проблема с обеспечением нужного участка опирания плит перекрытий размером 100мм отпала с момента сдваивания балок (и не надо ничего сдвигать или раздвигать, а я не заметил), т.к. у плит тогда опирание 165мм.

[Nosfer]

Еще раз большое спасибо=)Очень помогли с вводом меня в курс дела!

[Nosfer]

Творец у меня еще к вам вопрос один по балкам. Остановились,в итоге,на 60Б1. Нашли балки длиной по 12 м. Пролет у нас 16.Как можно нарастить их? Точнее как они наращиваются.Мое ведение таково: доставляем кусок и в районе стенок ,т.е. по бокам ставим полосы и обвариваем. Или же так не пойдет.Или же их надо по 8 м. разбить и положить на пролеты ? Как лучше сделать-то?

[@$K&t[163RUS]]

Возьмите любой справочник конструктора по стальным конструкциям в даунлуде, хотя бы Будур. Там есть таблица Стыки элементов из балок двутавров. На всякий пожарный проверьте расчетом по мандрикову или еще кому-нибудь. Стык делать в месте наименьших напряжений (анализ эпюр Q и М), это уже сами смотрите где у Вас, т.к. бывают нюансы. Удачи

[Tvorec]

Сообщение от Nosfer Остановились,в итоге,на 60Б1

Хороший выбор )

Сообщение от Nosfer Нашли балки длиной по 12 м. Пролет у нас 16.Как можно нарастить их? ... Или же их надо по 8 м, разбить и положить на пролеты ?

1. В любом случае вам придется их наращивать, не выкидывать же кусок 12м-8м=4м?
2. Но если выбирать между отдельными балками по 8м и балкой 16м, то я бы отдал предпочтение 16м по жесткости (в 2.4 прогиб меньше, чем просто для двух балок по 8м), однако 8м монтировать проще (хотя 16м не так уж и много, смонтировать тоже не трудно, да и быстрее в два раза).
Здесь уже решать вам, что вы хотите, т.к. и тот и другой вариант вам подходят по прочности, устойчивости и жесткости. - а двутавр 60Б1 у вас по ГОСТ 26020 или СТО АСЧМ 20-93 - интересно просто (кстати я не интересовался - что у вас с перегородками? хотя запас у вас есть 15% по прочности балок если по ГОСТ, и 30% - если по СТО АСЧМ).
2. Про сращивание уже сказали - отмечу лишь что вы говорили про стенку - основную несущую способность по моменту несут в себе полки двутавра, по срезу поперечной силой (т.е. отделение одной части от другой по вертикали) несет стенка - в чертежах все есть, посмотрите.

[Nosfer]

Я взял именно с запасом 13-15% по ГОСТ. Так как он хотел купить в склень 55 двутавр. Ну да ладно,то не суть. Я ему тоже сказал что нарастить проще. Но я ,в виду своей некомпетентности в области строительства,посчитал ,что достаточно будет с двух сторон на стенку поставить полосы и обварить. Строительного чертежа ,в том-то и дело,что нет=) На мою просьбу ,дай мне план этажа с расположением окон,чтоб я балку не разместил на оконных или дверных пролетах,он мне дал лист бумаги и сказал свою мысль по поводу размещения окон и дверей=).Мне-бы было жаль выбросить по 4м. с каждой балки,а их бы получилось 8.Тем более ,что их особо ,никуда не приспособишь в дальнейшем. Перегородки,скорей всего из силикатного кирпича,как я думаю в 1,5 ряда. Т.о.второй этаж 30,5м будет разделен на 3 участка двумя поперечными перегородками. Скорей всего крайние сектора будут поделены вдоль,тоже силикатным кирпичом. Дальше ,он пока не определился,т.к. в центральной части будет лестничный марш.
Получается ,что необходимо усилить балку по полке снизу,ну и по стенкам я тоже пущу. А достаточно будет лишь снизу? Сверху -то мы не усилим ведь..

[@$K&t[163RUS]]

Сообщение от Nosfer Сверху -то мы не усилим ведь..

Это почему? Смущает скачок по плитам? Сделайте монолитный участок, ну или я думаю, что даже скачок не особо критичен если по потолку будет отделка, сверху же все полами выровняется. Ну или пятаки на балки наварить, чтобы все плиты были в одном уровне... да много чего можно придумать.

[Nosfer]

Кстати да можно и так скит.Чет я не подумав,высказал свое мнение о невозможности.

[Tvorec]

Сообщение от Nosfer Получается ,что необходимо усилить балку по полке снизу,ну и по стенкам я тоже пущу. А достаточно будет лишь снизу?

Так как вы конструктор, то вам не составить труда прикинуть геометрические характеристики сечения, получающегося из двух накладок на стенку и накладки на полку - это будет тавр - у тавра сильно смещен центр тяжести, и характеристика Wx сильно меняются. Учитывая что стык попадает в не очень благоприятные условия эксплуатации - почти рядом с наибольшим моментом в пролете, то нагрузка на него будет соответствующая. А далее даже если накладки сделать по толще, чтоб проходило - то всё равно эти накладки передают нагрузку лишь на ту часть балки, к которой они прикрепляются - вот здесь и будет наше слабое звено.

А сварные швы отдельная история.

P.S. Так что сваривать все сечение все же придется.

[@$K&t[163RUS]]

Гы... можно еще поэкспериментировать
1. Сделать стык почти в пролете, где верхняя полка будет уже сжата, но напряжения для нижней полки еще не максимальные, и ее варить по прямому стыку с разделкой кромок без накладок
2. Нижнюю растянутую полку варить по косому стыку с заложением 1 к 2 с разделкой кромок без накладок
3. Стенку варить с разделкой кромок + накладку

можно еще как-нибудь по извращаться

[Tvorec]

Сообщение от @$K&t[163RUS ;1119313]можно еще как-нибудь по извращаться

Все верно, так как балка в данном сечении используется все же несколько не полностью (около 20-30% запас по сравнению с максимумом для цельной 16-метровой балки), варианты сварки можно рассматреть разные.

Просто забыл добавить в посте №20 что сваривать все сечение всё же придётся.