Балки и балочные конструкции

Поможем в ✍️ написании учебной работы

Имя

Поможем с курсовой, контрольной, дипломной, рефератом, отчетом по практике, научно-исследовательской и любой другой работой

Нажимая кнопку "Продолжить", я принимаю политику конфиденциальности

Балки и балочные конструкции

Расчет балок

Расчет проводят по двум предельным состояниям: несущей способности и прогибам. Расчет прокатных балок начинают с нахождения номера профиля по сортаменту и его проверке на прочность, общую устойчивость и жесткость.

Прокатные балки.

Прочность проверяют по формулам:

σ = M/_Wn,min≤ R_y; τ = QS/I t ≤ R_s (1.1)

где М - изгибающий момент от расчетных нагрузок; W_n,min - минимальный момент сопротивления нетто (с учетом ослаблений); Q - расчетная поперечная сила; S - статический момент сдвигаемой части относительно нейтральной оси; t - толщина стенки; I - момент инерции всего сечения относительно нейтральной оси.

При расчете с учетом развития пластических шарниров по формуле W_n,min = М/С₁ R_y·γ_c, (1.2)

где С₁ - коэффициент, определяемый по табл. 66 приложения V СниП II-23-81*, зависящий от формы сечения и степени развития пластических деформаций.

При расчетах предварительно С₁= 1,12 с дальнейшим уточнением. В сечениях, где касательные напряжения τ ≤ 0,5 R_s коэффициент С₁ = С, а при 0,5 R_s <τ< 0,9 R_s коэффициент С₁ принимают по формуле

С₁ = 1,05β^.с = 1,05^.с , (1.3)

где α - коэффициент, равный 0,7, изгибаемых в плоскости наибольшей жесткости стенки (для других типов сечений α= 0).

В случаях, когда верхняя полка не гарантирована от потери устойчивости или отношение расчетной длины балки l_ef к ширине сжатого пояса “b” превышает допускаемые (СНиП II-23-81* табл. 8 пункты 5.15 и 5.16) проверку осуществляют по формуле

σ = М/φ_bW ≤ R_уγ_с (1.4)

Значения φ_b определяются с учетом развития пластических деформаций по приложению 7 СНиП II-23-81* по коэффициенту φ₁.

На практике достаточно часто предусмотрена связь балок с плоским настилом. Поэтому достаточная жесткость обеспечивает надежное крепление сечения балок и проверка устойчивости не требуется. Устойчивость балок можно не проверять, если отношение расчетной длины участка балки между связями, препятствующими поперечным смещением сжатого пояса l_ef к его ширине “b”, не превышает значений (1 < h/b < 6 и b/t < 35), вычисляем по формуле

l_ef/b = δ·[0,41 + 0,0032b/t + (0,73 - 0,016 b/t)] b/h₀ . (1.5)

b, t - соответственно ширина и толщина сжатого пояса балки; h₀ - расстояние между полок; δ = [1-0,7(С₁-1)/С-1] для балок, работающих в упругой стадии δ = 1.

Предельные значения относительных прогибов приведены ниже в табл.1.1.

Таблица 1.1

Наименование элементов конструкций	Относительные прогибы элементов (к пролету l)
Балки и фермы путей под краны: ^. легкого режима работы (включая ручные краны, тельферы, тали) ^. среднего режима работы ^. тяжелого и весьма тяжелого режимов работы	1/400 1/500 1/600
Балки рабочих площадок производственных зданий при наличии рельсовых путей: ^. ширококолейных ^. узкоколейных	1/600 1/400
Балки рабочих площадок производственных зданий при отсутствии рельсовых путей и балки междуэтажных перекрытий: ^. главные балки ^. прочие балки и косоуры лестниц ^. стальной настил	1/400 1/250 1/150
Балки и фермы покрытий и чердачных перекрытий: ^. несущее подвесное и подъемно-транспортное или технологическое оборудование ^. не несущие подвесное оборудование ^. прогоны ^. профилированный настил	1/400 1/250 1/200 1/150
Элементы фахверка: ^. ригели ^. прогоны остекления	1/300 1/200

Относительный прогиб балки однопроцентной, загруженной равномерно распределенной нормативной нагрузкой qⁿ, вычисляется по формуле

f/l = 5/384(qⁿl³/Е I) < 1/n ₀, (1.6)

где 1/n₀ - предельный относительный прогиб; Е - модуль упругости (МПа)

Для выполнения курсовой работы студентам необходимо изучить курс "Металлические конструкции"[1], составленный в соответствии со СНиП II-23-81* "Стальные конструкции" (актуализированная редакция) [2].

Курсовая работа предусматривает проектирование и расчеты стальных конструкций рабочей площадки.

В качестве дополнительной литературы рекомендуются учебники [5,6,], справочник проектировщика[7], учебное пособие[4].

По курсовой работе (после защиты) ставится зачет с оценкой. По теоретической части курса "Металлические конструкции" сдается экзамен.

КОНТРОЛЬНОЕ ЗАДАНИЕ ПО КУРСОВОЙ

РАБОТЕ

Цель курсовой работы - спроектировать металлическое покрытие (в виде балочной клетки) и колонны рабочей площадки, приведенной на рис.2.1.

Рис.2.1 Общий вид и план рабочей площадки:

1 – балки настила; 2 – главные балки; 3 – колонны; 4 – рифленый лист настила

СОСТАВ КУРСОВОЙ РАБОТЫ

Курсовая работа состоит из одного листа чертежей формата А-1 и пояснительной записки, включающей в себя расчетную часть работы. На чертеже следует показать:

1) разрез и план рабочей площадки в масштабе 1:200;

2) общий вид главной балки в масштабе 1:100 и поперечный разрез в масштабе 1:50;

3) план отправочной единицы главной балки в масштабе 1:50;

4) узел опирания главных балок на колонну в масштабе 1:20;

5) узел сопряжения главных балок с балками настила в масштабе 1:20;

6) монтажный стык главных балок в масштабе 1:20;

7) общий вид колонны с разрезами в масштабе 1:50;

8) спецификация металла на площадку;

9) примечания.

В примечании на чертеже следует указать марки стали, катет сварного шва, типы электродов, примененных для сварки, типы и диаметры болтов для монтажного стыка главных балок, условные обозначения болтов.

Все размеры и отметки на чертеже даются в мм в соответствии с ГОСТом [].

Исходные данные для проектирования принимаются по табл. 2.1 в строгом соответствии с номером учебного шифра студента.

Таблица 2.1*

Исходные данные для проектирования рабочей

площадки (курсовая работа)

Последняя цифра шифра	Пролет главной балки рабочей площадки l, м	Высота рабочей площадки h, м	Предпоследняя цифра шифра	Шаг главных балок рабочей площадки a, м	Временная нормативная нагрузка на рабочую площадку р_n, кН/м²
1	18	7,0	1	5,5	26
2	16	7,5	2	7,0	20
3	15	8,0	3	6,0	16
4	12	8,5	4	5,0	12
5	20	7,0	5	7,5	14
6	18	11,0	6	8,0	18
7	17	9,0	7	7,0	22
8	14	6,5	8	6,0	24
9	16	8,0	9	5,5	30
0	15	8,5	0	5,0	28

*) Если последняя цифра шифра четная, принять сплошную колонну, если нечетная, принять сквозную колонну.

Расчетно-пояснительная записка выполняется в соответствии с приведенными ниже методическими указаниями. В записке должны быть помещены вспомогательные рисунки площадки, главной балки и колонны, а также их расчетные схемы.

КУРСОВОЙ РАБОТЫ

Расчет настила

Настил выполняют из стальных листов. Опорами для настила служат верхние пояса второстепенных балок, размещаемых на расстоянии 1,0 и 1,2 м. Толщина настила определяется исходя из предельного прогиба (f / l =1/100), поэтому он рассчитывается на нормативную нагрузку. Пример расчёта см. в п. 4.1.

Расчет балки настила

В курсовой работе принимаем балочную клетку нормального типа (см. рис.2.1), толщину настила и шаг балок настила - по табл.2.1.

Таблица 3.1

Приведенная толщина стального настила

Временная нагрузка на рабочую площадку, кН/м²	Шаг вспомогательных балок, м а = 1,0 а = 1,2
12...16	6	8
18...22	8	10
24...30	10	12

Балки настила выполняются из двутавров и рассчитываются на прочность и жесткость, как свободно опертые заданного пролета (рис. 1.2).

Для прокатных двутавров пластический момент сопротивления при изгибе в плоскости стенки принимается равным W₀=1,12W, где W – момент сопротивления, вычисленный для упругой стадии работы стали (см. сортамент-приложение 1 данного пособия).

Определение нормативной и расчетной нагрузок на балку настила, а также подбор ее сечения производим согласно учебнику [1].

Расчет главной балки

При определении расчетных величин изгибающих моментов и перерезывающих сил в главных балках сварного сечения сосредоточенные опорные давления второстепенных балок могут быть заменены статически эквивалентной равномерно распределенной нагрузкой.

Подбор сечения главной балки начинают с определения ее высоты. Наиболее целесообразной является, так называемая, оптимальная высота (h _опт), при которой сечение балки получается наименьшим, что приводит к минимальному расходу металла. Вторым критерием является минимальная высота (h _мин), которая обеспечивает полное использование материала при прогибах. Во всех случаях высоту балки следует назначать близкой к оптимальной, но не меньше минимальной. Методика определения h_опт и h_min изложена в [1]. Предельные прогибы балок (в долях пролета) определяются согласно [2] и должно выполняться условие f ≤ f_ult , где f_ult – предельный прогиб (выгиб), устанавливаемый нормами [2]. В данной работе может быть принят предельный прогиб:

а) для главных балок f_ult = 1/400

б) для второстепенных балок (балок настила) f_ult = 1/250.

При назначении сечения поясов следует учитывать необходимость обеспечения их устойчивости. Поэтому отношение ширины пояса к его толщине принимать не более значений, приведенных в [2].

Стенка балки должна быть проверена на срез и устойчивость. Указания по проверке устойчивости стенки балки, а также по укреплению ее ребрами, обеспечивающими устойчивость, приведены в [2].

Сечение главной балки дано на рис. 3.1.

Рис.3.1. Сечение главной балки

Применяют два варианта крепления балок настила к главным балкам: 1) в одном уровне; 2) этажное сопряжение.

В курсовой работе рассматриваем один из двух вариантов крепления балок настила к главным балкам (в одном уровне) (рис. 3.2) с помощью опорных столиков и к стенке главной балки на болтах уголками [4].

Рис.3.2. Крепление балок настила к главной балке в одном уровне с опиранием на столики.

Расчет изменения сечения главной балки по длине, используем пример в [1].

Опирание главной балки на колонну рассчитывается по примеру, приведённому в учебнике [1].

В курсовой работе следует рассчитать также центрально-сжатую колонну (сплошную или сквозную)

Расчет прочности и устойчивости колонны следует начинать с определения нагрузки, действующей на колонну. Расчетное усилие, действующее на колонну, можно определить по формуле

N=2Q_max+(0,4...0,8)h_к, (3.1)

где Q_max-максимальное значение поперечной силы, действующей в главной балке;

(0,4...0,8)h_к - приближенная величина собственного веса колонны, кН;

h_к – высота колонны, м;

h_к=H-h_г.б.-t_н. + 0,5 м

где H-высота рабочей площадки;

h _г.б.. - высота главной балки;

t_н.- толщина настила;

Расчет колонны

Расчет колонны производится согласно теоретическим общим положениям [2] и одному из примеров расчета [1].

Расчет колонны включает в себя следующие положения:

1.Подбор сечения колонны.

2.Проверка устойчивости колонны принятого сечения.

3.Для колонны сквозного сечения - расчет и конструирование соединительных планок. Определение расстояния между планками.

4.Расчет и конструирование базы колонны.

5.Конструирование оголовка колонны.

6. Пример курсовой работы по расчету и конструированию балочной клетки.

7.Расчёт балки настила

Пример расчётов конструкций балочной клетки

Расчёт настила

Расчетная схема настила

Расчёт балки настила

Рис. 4.1. Схема нормального типа балочной клетки

при t =12 мм и b =1200 мм

Рис.4.2. Расчётная схема балки настила

Толщина настила t_н= 12 мм; шаг балок настила b=1,2м.

Вес 1м² настила при t_н= 12 мм g_n= 0,942 кН/м²

Нормативная нагрузка на балку настила

q_n = (p_n +g_n)·b = (22+0,942)·1,2 = 27,53 кН/м

Расчетная нагрузка на балку настила

q= (g_p·p_n + g_g·g_n)·b = (1,2·22 + 1,05·0,942)·1,2 =32,87 кН/м

g_p= 1,2, g_g= 1,05 – коэффициенты надежности

Расчетный изгибающий момент (длина балки настила 6 м)

Требуемый момент сопротивления балки настила:

см³.

При условии W_x>W_тр по ГОСТ 8239-72 принимаем стальной горячекатанный двутавр № 33 с уклоном внутренних граней полок. Для него из сортамента выписываем: W_x = 597 см³; I_x = 9840 см⁴; g = 42,2 кг/м, ширина полки b=140 мм.

Так как W = 597 см³>W_р,тр= 560,23 см³, то проверяем только прогиб балки настила по формуле:

здесь l – длина изгибаемой балки, в нашем случае это а=600 см.

см.

По формуле находим, что наибольший допустимый прогиб для балки такой длины составляет:

f = 2,29см < 2,4см = [f], следовательно принятая балка удовлетворяет условиям прочности и прогиба. Проверку касательных напряжений в прокатных балках при отсутствии ослабления опорных сечений обычно не производят, так как она легко удовлетворяется из-за относительно большой толщины стенок балок.

Общую устойчивость балок настила проверять не надо, так как их сжатые пояса надежно закреплены в горизонтальном направлении приваренным к ним настилом.

Вычислим общую массу настила и балок настила на одном пролете:

кг,

тогда расход металла на 1 м² будет:

кг/м².

4.2. Проектирование и расчет главных балок*

Главные балки – несущие нагрузки от балок настила и настила, являются балками составного сечения. Составные балки используются в тех случаях, когда прокатные балки не удовлетворяют хотя бы одному из условий – прочности, жесткости, общей устойчивости. Проверим необходимость использования составного сечения.

Расчетная схема для главной балки будет выглядеть, как показано на рис. 4.3. Здесь же построены эпюры изгибающих моментов М и поперечных сил Q.

*) Приведённый ниже пример расчёта главной балки выполнен

для балочной клетки с шагом балок настила b= 0,9м, толщине настила t_н =0,6см и сечении балки настила – двутавр №22.

Рис. 4.3 Расчетная схема главной балки

Вес балок настила

кг/м² = 0,411 кН/м².

Нормативная нагрузка на главную балку

кН/м = 1,4 кН/см.

Расчетная нагрузка на главную балку с учетом собственного веса главной балки

кН/м=

= 1,6724 кН/см

С учетом принятой расчетной схемы и того, что на главную балку действует равномерно распределенная нагрузка, расчетный максимальный изгибающий момент в середине пролета найдем по формуле:

кН×м = 535168 кН×см.

Максимальное значение поперечная сила принимает на опорах и равняется:

кН.

Главную балку рассчитываем с учетом развития пластических деформаций. Требуемый момент сопротивления главной балки, первоначально принимая с=1,1:

см³.

Условие W_x>W_тр не выполняется ни для одной прокатной балки даже если не учитывать собственный вес при подсчете нагрузки на балку. Таким образом будем подбирать составное сечение главной балки.

Сечение главной балки будем подбирать двутаврового типа, состоящего из трех листов: вертикального – стенки и двух горизонтальных – полок, которые сваривают в заводских условиях автоматической сваркой.

Запишем необходимые для расчета величины:

- материал главной балки – сталь С255;

- расчетное сопротивление стали растяжению, сжатию и изгибу R_y = 23 кН/см² при t³20 мм принимаем по ГОСТ 27772-88;

- расчетное сопротивление стали сдвигу R_S принимаем по СНиП II-23-81*:

кН/см².

- строительная высота перекрытия h_стр – не ограничена

- прогиб f < (1/400) l

Масса балки состоит из массы ее поясов, стенки и некоторых конструктивных элементов (стыковых накладок, ребер жесткости), учитываемых строительным коэффициентом, причем с увеличением высоты балки масса поясов уменьшается (3), а масса стенки возрастает (2). Так как (как видно из рисунка), функции массы поясов и стенки с изменением высоты балки изменяются неодинаково – одна убывает, а другая возрастает, то существует наименьшее значение суммы обеих функций, т.е. должна быть высота, при которой суммарная масса поясов и стенки будет наименьшей.

Определим оптимальную высоту балки, предварительно задав ее высоту:

h » (1/10) l »1,6 м

и рассчитав толщину стенки

t_w = 7+3·1600/1000 = 11,8 мм = 12 мм

По справочным данным определим, что k = 1,15.

см = 150 см.

Из условия жесткости главной балки найдем величину минимальной высоты главной балкиh_min:

см.

В целях унификации конструкции примем окончательное значение высоты балки кратное 100 мм, т.е. h =140 см.

Проверяем принятую толщину стенки:

по эмпирической формуле

t_w = 7+3·1400/1000 = 11,2 мм

из условия работы стенки на касательные напряжения на опоре

см<1,2 см

Чтобы не применять продольных ребер жесткости

см<1,2 см.

Сравнивая полученную расчетным путем толщину стенки с принятой (12 мм), приходим к выводу, что она удовлетворяет условию прочности на действие касательных напряжений и не требует укрепления ее продольным ребром жесткости для обеспечения местной устойчивости.

Найдем размеры горизонтальных листов пояса исходя из необходимой несущей способности балки. Для этого вычислим требуемый момент инерции сечения балки:

см⁴,

который распределяется на момент инерции стенки и двух поясов балки:

Принимаем толщину поясов балки t_f = 20 мм, тогда высота стенки балки будет равной

см,

Момент инерции стенки балки

см⁴.

Момент инерции, приходящийся на поясные листы

см⁴.

Момент инерции поясных листов балки относительно ее нейтральной оси, пренебрегая моментом инерции поясов относительно их собственной оси ввиду его малости, будет равен

где h- расстояние между параллельными осями поясов балки

см.

Отсюда получаем требуемую площадь сечения одного пояса балки

см².

Находим требуемое значение ширины пояса балки:

см.

Окончательно примем b_f = 650 мм.

Принимаем пояса из универсальной стали 650х20 мм, для которой , что находится в пределах рекомендуемого отношения.

Уточняем принятый ранее коэффициент учета пластической работы с исходя из:

;

Принимаем с=1,08, которое практически соответствует заданному с=1,1

Проверим отношение ширины свеса сжатого пояса к его толщине из соображений местной устойчивости (СНиП II-23-81* ):

принятое соотношение размеров пояса не удовлетворяет условию его местной устойчивости. Увеличим толщину поясов балки до t_f = 24 мм и произведем новый расчет.

Принимаем толщину поясов балки t_f = 24 мм, тогда высота стенки балки будет равной

см,

Момент инерции стенки балки

см⁴.

Момент инерции, приходящийся на поясные листы

см⁴.

где h- расстояние между параллельными осями поясов балки

см.

Отсюда получаем требуемую площадь сечения поясов балки

см².

Находим требуемое значение ширины пояса балки:

см.

Окончательно примем b_f= 550 мм.

Принимаем пояса из универсальной стали 550х24 мм, для которой , что находится в пределах рекомендуемого отношения.

Уточняем принятый ранее коэффициент учета пластической работы с исходя из:

;

Принимаем с=1,09, которое практически соответствует заданному с=1,1

Проверим отношение ширины свеса сжатого пояса к его толщине из соображений местной устойчивости (по п.7.24 СНиП II-23-81*):

принятое соотношение размеров пояса удовлетворяет условию его местной устойчивости.

Проверяем несущую способность балки исходя из устойчивости стенки в области пластических деформаций балки в месте действия максимального момента, где Q=0 и τ=0.

;

где

Подобранное сечение балки проверяем на прочность. Определим момент инерции балки:

см⁴.

Определим момент сопротивления балки:

см³.

Проверим нормальные напряжения в балке по следующей формуле:

кН/см²< 23×1 = 23 кН/см²,

следовательно, подобранное сечение удовлетворяет условию прочности.

Проверку прогиба делать нет необходимости, так как принятая высота сечения главной балки больше минимальной и регламентированный прогиб будет обеспечен.

4.2.1.Изменение сечения главной балки по длине

Сечение составной балки, подобранное по максимальному изгибающему моменту, можно уменьшить в местах снижения моментов (у опор). Однако каждое изменение сечения, дающее экономию металла, несколько увеличивает трудоемкость изготовления балки, и поэтому оно экономически целесообразно для балок пролетом более 12 м, что справедливо для нашего случая (16 м).

При равномерной нагрузке наивыгоднейшее по расходу стали место изменения сечения поясов однопролетной сварной балки находится на расстоянии примерно l/6 пролета балки от опоры: м /1/.

Определим момент и поперечную силу в месте изменения сечения 1-1:

кН×м = 297345 кН×см;

кН.

Рис. 4.4 Расчетная схема к уменьшению сечения балки.

Производимый подбор измененного сечения ведем в упругой стадии работы материала. Определим требуемый момент сопротивления и момент инерции измененного сечения, исходя из прочности сварного стыкового шва, работающего на растяжение:

см³,

где R_wy= 0,85·R_y = 0,85·23 = 19,55 кН/см².

см⁴.

Определим требуемый момент поясов, учитывая то, что момент инерции стенки остался тем же:

см⁴.

Требуемая площадь сечения одного уменьшенного пояса балки:

см².

Находим требуемое значение ширины пояса:

см.

Окончательно примем b_f ₁ = 360 мм.

Принимаем пояса из универсальной стали 360х24 мм

Рис. 4.5. Схема уменьшенного сечения главной балки

Принятый пояс удовлетворяет условиям:

Проверим на прочность подобранное сечение балки. Определим момент инерции балки:

Определим момент сопротивления балки:

см³.

Тогда

кН/см²< 23×1 = 23 кН/см²,

Следовательно, выбранная балка проходит по нормальному напряжению в месте изменения сечения.

4.2.2. Проверка прочности и общей устойчивости главной балки

Проведем проверку прочности балки.

Проверка максимального нормального напряжения в середине балки и в месте изменения сечения была выполнена выше.

Проверим максимальное касательное напряжение в стенке на нейтральной оси сечения около опоры балки:

где S-статический момент полусечения балки

см³.

кН/см²< 13,3×1 = R_S×g_c.

Проверим местные напряжения в стенке под балками настила:

где F – расчетные значения опорных реакций балок настила:

где q=72,63 кН/м – расчетная нагрузка на балку настила c учетом собственного веса балки;

а = 0,9 – шаг балок настила,

l_loc– длина передачи нагрузки на стенку главной балки:

см.

кН/см²< R_y×g_c = 23 кН/см².

Наличие местных напряжений, действующих на стенку балки, требует проверки совместного действия нормальных, касательных и местных напряжений на уровне поясного шва и под балкой настила по уменьшенному сечению вблизи места изменения сечения пояса. В рассматриваемом примере такого места нет, так как под ближайшей балкой настила будет стоять ребро жесткости, которое воспринимает давление балок настила, и передачи локального давления на стенку в этом месте не будет. Поэтому проверяем приведенные напряжения в месте изменения сечения 1-1 балки (где они будут максимальны) по формуле:

где

кН/см²,

кН/см²

где

см³,

тогда, получим

кН/см² кН/см².

Из этих проверок следует, что прочность балки обеспечена.

Проверяем общую устойчивость балки.

Проверим общую устойчивость в месте действия максимальных нормальных напряжений, принимая за расчетный пролет l_ef = 90 см - расстояние между балками настила. Условие устойчивости записывается в виде:

где l_ef – расчетная длина балки между связями, препятствующими поперечным смещениям сжатого пояса балки;

b_f – ширина сжатого пояса (ширина полки);

t_f – толщина сжатого пояса (толщина полки);

h_ef – расстояние (высота) между осями поясных листов.

Условия применения уравнения устойчивости плоской формы изгиба:

применение формулы возможно.

При t=0 и с_1х=с_х получаем

Проверим общую устойчивость в месте уменьшенного сечения главной балки (балка работает упруго и ):

Обе проверки показали, что общая устойчивость балки обеспечена.

Проверка прогиба.

Проверку главной балки по второму предельному состоянию (проверку прогиба) производить нет надобности, так как принятая высота балки h =140 см > см.

Проверка местной устойчивости сжатого пояса и стенки сварной балки

Проверка устойчивости сжатого пояса.

Эту проверка производится в месте возникновения максимальных нормальных напряжений – в середине пролета главной балки.

где b_ef – расстояние от грани стенки до края поясного листа – полки:

- свес пояса

Поскольку < , то можно считать, что местная устойчивость сжатой полки балки обеспечена.

4.2.3. Проверка устойчивости стенки

Определим необходимость укрепления стенки поперечными ребрами жесткости по п. 7.10 СНиПа II-23-81*. Стенки балок следует укреплять поперечными ребрами жесткости, если значение условной гибкости стенки балки`l_w превышает 2,2.

поперечные ребра жесткости необходимы. Кроме того, в зоне учета пластических деформаций необходима постановка ребер жесткости под каждой балкой настила, так как местные напряжения в стенке в этой зоне недопустимы.

Расстановку вертикальных ребер жесткости принимаем согласно рис. 4.6 через промежуток а = 270 см. Это расстояние удовлетворяет условию СНиПа II-23-81*, которое между основными поперечными ребрами не должно превышать 2·h_w, т.к.

см

Должно быть также соблюдено конструктивное требование: каждая вторая, или третья балка настила должна опираться на ребро.

Рис. 4.6. Пояснение к способу расстановки поперечных рёбер жёсткости: а) фрагмент опорной части главной балки; б) схема расстановки поперечных рёбер жёсткости; в) к расчёту локальных (местных) напряжений от балки настила.

Согласно СНиП II-23-81*, так как`l_w = 3,76 > 2,5, то проверка устойчивости стенок обязательна.

Проверим местную устойчивость стенки в сечении 2-2, для этого определяем средние значения M₂ и Q₂ на расстоянии х₂= 395 см от опоры (под балкой настила), что почти совпадает с рекомендацией расстояния в от края отсека.

В этом сечении возникают следующие усилия:

кНм,

кН.

И соответствующие этим усилиям напряжения будут равны:

кН/см²,

кН/см².

Проверим местные напряжения в стенке под балками настила:

Определяем критические напряжения:

Где ,

кН/см².

Размеры отсека и

Предельное значение этого отношения находим по табл. 24 СНиПа II-23-81*, в зависимости от значения коэффициента d, учитывающего степень упругого защемления стенки в поясах:

где b = 0,8, коэффициент принимаемый по табл. 22 СНиПа II-23-81*;

Тогда .

Расчет на местную устойчивость стенки будем проводить по п. 7.6. в (СНиПа II-23-81*).

Критические нормальные напряжения:

кН/см²;

Определяем , подставляя вместо а значение а/2:

кН/см²,

где .

С учетом этого, по формуле (79) СНиПа II-23-81* получим:

Проверка показала, что устойчивость стенки обеспечена и постановка ребер жесткости на расстоянии см возможна.

Помимо проверки устойчивости стенки в области больших нормальных напряжений необходимо также проверить ее устойчивость и в области больших касательных напряжений - вблизи от опоры балки. Проверим на устойчивость стенки в сечении 3-3, для этого определяем средние значения M₃ и Q₃ на расстоянии х₃= 125 см от опоры (под балкой настила), что почти совпадает с рекомендацией расстояния от края отсека.

В этом сечении возникают следующие усилия:

кНм,

кН.

И соответствующие этим усилиям напряжения будут равны:

кН/см²,

кН/см².

Проверим местные напряжения в стенке под балками настила:

Определяем критические напряжения:

Где ,

кН/см².

Размеры отсека и

Предельное значение этого отношения находим по табл. 24 СНиПа II-23-81.

Тогда .

Расчет на местную устойчивость стенки будем проводить по п. 7.6, в СНиПа II-23-81*.

Критические нормальные напряжения:

кН/см²;

Определяем , подставляя вместо а значение а/2:

кН/см²,

где .

С учетом этого, по формуле (79) СНиПа II-23-81* получим:

Обе проверки показали, что запроектированная балка удовлетворяет требованиям прочности, прогиба, общей и местной устойчивости.

4.2.4. Расчет поясных швов главной балки

Так как балка работает с учетом пластических деформаций, то швы выполняем двусторонние, автоматической сваркой в лодочку, сварной проволокой Св-08А.

Катет шва определим под первой от опоры балкой настила, где сдвигающая сила максимальна, то есть в сечении х = 25 см.

Катет сварного шва определяется по формуле:

где n = 1 при односторонних швах, n = 2 при двусторонних швах;

(bR_w)_min – произведение глубины проплавления на расчетное сопротивление для расчетного сечения.

Из пункта 3.2.1 возьмем уже рассчитанные величины:

I_х = 1065071 см⁴; S_f _х = 5944,32 cм³; F = 150,52 кН; l_loc = 18,3 см.

кН;

По табл. 4 СНиП II-23-81* определим значение нормативного сопротивления металла шва по временному сопротивлению R_wun = 41 кН/см². Тогда расчетное сопротивление углового шва условному срезу по металлу шва:

кН/см²,

где g_wm = 1,25, - коэффициент надежности по материалу шва.

По табл. 51 СНиП II-23-81* для стали С255 определим временное сопротивление стали разрыву R_un = 37 кН/см². Тогда расчетное сопротивление углового шва условному срезу по металлу границы сплавления:

кН/см².

По табл. 34 СНиП II-23-81* для выбранного типа сварки примем соответствующие коэффициенты для расчета углового шва:

b_f = 1,1 – по металлу шва;

b_z = 1,15 – по металлу границы сплавления.

Определим, какое сечение в соединении является расчетным (более опасное):

кН/см², Þ расчетным является сечение по металлу границы сплавления.

см.

По табл. 38 СНиП II-23-81* для пояса толщиной 24 мм принимаем катет шва, равный минимальному k_f = 7 мм, что больше, получившегося по расчету – 2,9 мм.

4.2.5. Расчет опорного ребра главной балки

Размеры опорных ребер определим из расчета на смятие торца ребра: ,

где F - опорная реакция балки N (будет равна значению поперечной силы на торце балки, найденной выше):

кН;

R_p – расчетное сопротивление смятию торцевой поверхности, по табл. 1 СНиПа II-23-81* находим:

кН/см²,

где по табл. 51 СНиП II-23-81* для стали С255 определим временное сопротивление стали разрыву R_un = 37 кН/см²; по табл. 2* СНиП II-23-81* для стали по ГОСТу 27772-88, находим, что коэффициент надежности по материалу g_m = 1,025.

Найдем требуемую площадь опорного ребра:

см².

Уже принятая ширина пояса b_f₁ = 36 cм, следовательно толщину ребра определим, как

принимая окончательно t_p = 12 мм.

Тогда

см² см²,

сечение подобранного торца балки проходит проверку на смятие.

Проверим опорный участок балки на устойчивость из плоскости балки, как условного опорного стержня, включающего в площадь своего сечения опорное ребро и часть стенки балки длиной b_w (рис. 4.7).

Рис. 4.10. Сварной стык отправочных марок главной балки

Рис. 4.11. Расчетная схема центрально-сжатого стержня колонны.

Рис. 4.12. Сечение колонны со сплошной стенкой.

Проверим местную устойчивость стенки колонны. Стенка колонны устойчива, если условная гибкость стенки меньше или равна предельной условной гибкости , т.к. 1,07 < 1,47 Þ стека устойчива.

Расчет траверсы.

Считаем в запас прочности, что усилие на плиту передается только через швы, прикрепляющие ствол колонны к траверсам и не учитываем швы, соединяющие ствол колонны непосредственно с плитой базы. Траверса работает на изгиб, как балка с двумя консолями. Высота траверсы определяется из условия прочности сварного соединения траверсы с колонной.

Рассчитаем угловые швы на условный срез.

Задаемся катетом шва k_f = 13 мм.

Сварные швы будем выполнять полуавтоматической сваркой электродами Э42, выполненными из проволоки сплошного сечения Св-08А со значением кН/см². Для стали С275 значение кН/см². Таким образом, расчетные сопротивления сварного шва по металлу шва и по границе сплавления соответственно будут равны ( по табл.3 СНиП II-23-81*):

кН/см²,

кН/см².

Значения коэффициентов при сварке в нижнем положении равны:

кН/см²,

кН/см², следовательно, необходимо рассчитать сварной шов на условный срез по металлу границы сплавления. Тогда длина одного углового шва будет равна

см,

Высота траверсы h _т = l_w +1 = 44,09+1 = 45,09 см, принимаем h _т = 45 см.

4.5. Пример расчета центрально сжатой сквозной колонн

В данном примере нагрузка и длина колонны имеют другие значения, чем в п.4.4.

Определение размеров сечения колонны

Колонна состоит из двух ветвей (два прокатных двутавра), соединенных планками.

Материал колонн – сталь С255. Для нее по табл. 51 СНиПа II-23-81* определим, что расчетное сопротивление растяжению, сжатию и изгибу по пределу текучести R_y = 24 кН/см².

В расчетной схеме имеем шарнирное крепление главных балок с колонной, и по заданию шарнирное крепление колонны к железобетонному фундаменту.

Такое крепление возможно только при условии устройства вертикальных связей между колоннами.

Рис.4.15. Расчетная схема колонны

Нагрузка на колонну:

где:

- максимальная поперечная сила в главной балке, действующая на колонну.

- собственный вес колонны (0,8 – эмпирический коэффициент, учитывающий собственный вес колонны кН/м)

где:

H = 8000мм – заданная отметка верха настила,

t_н = 8мм – толщина настила в принятом варианте,

h_б.н. = 300мм – принятая по сортаменту высота балки настила,

h_гл = 1200мм – высота главной балки,

h_ф = 500мм – заглубление колонны ниже нулевой отметки.

Тогда:

Определяем требуемую площадь поперечного сечения стержня колонны:

где – коэффициент устойчивости, определяется по таблице СНиПа по величине .

Задаемся гибкостью колонны относительно материальной оси х в зависимости от получившейся нагрузки на колонну:

При N<2500 кН, λ_х = 60…90.

При N≥2500 кН, λ_х = 40…60.

Принимаем гибкость λ_х = 60.

Рис. 4.16. Поперечное сечение сквозной колонны

Условная гибкость

Для принятого сечения (из двух двутавров) определяем тип кривой устойчивости в соответствии с типом сечения – тип «b» /1/ . По таблице коэффициентов устойчивости при центральном сжатии условной гибкости соответствует = 0,818.

Определяем требуемую площадь поперечного сечения:

см²

Принимаем сечение колонны из двух двутавров №33 с общей площададью

2·53,8 = 107,6 [см²], i_x = 13,5 см.

Определение требуемого расстояния между ветвями колонны

Это расстояние важно для обеспечения устойчивости колонны относительно свободной оси y: чем больше расстояние, тем более устойчива колонна.

Требуемая гибкость относительно свободной оси при гибкости ветви λ_в = 30 равна:

где:

λ_х = 60 (задались)

λ_в = 30 – гибкость одной ветви колонны (задались)

Необходимый радиус инерции принятого сечения колонны относительно оси y:

где:

- расчетная длина стержня колонны из плоскости (относительно оси y)

(см. выше)

С помощью эмпирического коэффициента находим требуемое расстояние:

Принимаем b = 31 см

Расстояние в свету между полками двутавров

где:

b_f – ширина полки ветви колонны (по сортаменту)

a ≥ 100мм – расстояние между ветвями, которое назначается из условия возможности окраски внутренней поверхности ветви.

Проверка устойчивости колонны подобранного сечения.

В плоскости чертежа (относительно оси х):

Проверка по нормальным напряжениям:

где:

- уточненный коэффициент устойчивости, который считается по истинной гибкости λ_x

- расчетная длина стержня колонны в плоскости х; в нашем случае

= геометрической длине, так как имеем шарнирное крепление вверху и внизу

= 0,859

Проверка устойчивости колонны относительно оси y:

Для определения находим истинное

где:

- момент инерции двух ветвей колонны;

- собственный момент инерции двутавра (сортамент)

a’ = a/2= 15,5 см – расстояние от оси у до оси у₁, проходящей через центр тяжести двутавра, параллельно оси у

– площадь одного двутавра (сортамент)
тогда:

Расчет соединительных планок:

Задаемся высотой планки d = 16 см; толщиной планки t_d = 0,8 см.

Момент инерции сечения планки относительно собственной оси (х):

Расстояние в свету между планками:

где: - радиус инерции сечений ветви относительно собственной оси (сортамент); = 2,79

Приведенную гибкость определяем в зависимости от величины

где:

- момент инерции одной ветви относительно собственной оси (у₁)

31 см - расстояние между центрами тяжести ветвей колонны.

< 5, следовательно, условная гибкость

Условно приведенная гибкость:

Тогда ϕ=

Проверка по нормальным напряжениям:

Рис. 4.17. Оголовок сквозной колонны

Расчет оголовка сводится к:

1. Определению толщины вертикального ребра.

2. Определению высоты вертикального ребра.

Толщину ребра определяем из расчета ребра на смятие.

Площадь сминаемой поверхности:

– расчетное сопротивление стали смятию

Расчетная ширина ребра:

- ширина опорных ребер балок

- толщина опорной плиты оголовка

Толщина ребер

Принимаем толщину ребер .

Задаемся катетом шва k_f = 10 мм

Значения коэффициентов при сварке в нижнем положении равны:

Таким образом, расчетные сопротивления сварного шва по металлу шва и по границе сплавления соответственно будут равны ( по табл.3 СНиП II-23-81*):

; кН / см² .

Значения коэффициентов при сварке в нижнем положении равны:

кН/см²,

Cледовательно, расчетным сечением является сечение по металлу границы сплавления. Тогда длина одного углового шва будет равна ( при k_f = 10 мм – для вставки стенки в колонну > 10 мм).

Принимаем h_p=l_w+1=34+1 35 см

Высота ребра равна полной длине шва l = 35 см = 350 мм

Расчет и конструирование базы колонны.

Расчет сводится к:

1. Определению требуемой площади опорной плиты и её размеров в плане.

2. Определению толщины плиты.

3. Определению высоты траверсы.

1) Требуемая площадь опорной плиты:

где:

- нагрузка от колонны

- расчетное сопротивление бетона смятию

Опорная плита базы колонны крепится к бетонному или железобетонному фундаменту с помощью анкерных (фундаментных) болтов.

- коэффициент, зависящий от характера распределения нагрузки от колонны по площади смятия

Т.к. имеем равномерно распределенную нагрузку (в первом приближении),

где:

=0,85 кН/см² - расчетное сопротивление бетона сжатию, которое принимается по СНиПу «Бетонные и железобетонные конструкции» в соответствии с классом заданного бетона (в нашем случае B15).

– коэффициент, зависящий от характера опирания опорных плит на фундамент и от класса бетона. При классе бетона ниже B25,

- коэффициент пересчета расчетного сопротивления бетона сжатию к расчетному сопротивлению бетона смятию, который зависит также от класса бетона. В нашем случае

Тогда:

Предварительно определяем размеры опорной плиты в плане, предположив, что она квадратная.

Принимаем размеры плиты, м (по конструктивным соображениям, чтобы консоли были равны их минимальному значению 80мм), тогда

Рис. 4.18. База сквозной колонны

2) Определение толщины опорной плиты:

Плита работает на изгиб от реактивного давления бетона фундамента, приложенного к плите снизу.

Рассчитываем плиту как тонкую пластину. Для этого разбиваем ее на участки 1, 2, и 3 (рис. 4.17).

1 – рассчитывается как пластина, заделанная по четырем сторонам.

2 – как пластина, заделанная по трем сторонам

3 – как консольная пластина (плита)

· Максимальный изгибающий момент на участке 1:

- меньшая из сторон участка

α = 0,055 – коэффициент, принимаемый по таблице метода т. упругости и зависящий от соотношения сторон участка

- принятая площадь по округлённым размерам

· Максимальный изгибающий момент на участке 2 рассчитываем как для консоли или как для пластины, заделанной по трем сторонам:

- Зависит от соотношения сторон участка: если , то рассчитываем момент как для консоли:

с₁ = 80 + - = 80 + = 146,5 [мм]

В нашем случае , поэтому считаем по ф-ле как для консоли по формуле:

· Максимальный изгибающий момент на участке 3:

Т.к. изгибающий момент на втором участке резко отличается от остальных, необходимо внести изменения в схему опирания плиты добавлением дополнительных диафрагм толщиной 10 мм, чтобы по возможности выровнять значение моментов, что должно привести к облегчению базы.

Максимальный изгибающий момент На участке 2’:

- меньшая из сторон участка

α = 0,125 – коэффициент, принимаемый по таблице метода т. упругости и зависящий от соотношения сторон участка

- зависит от соотношения сторон участка: если , то рассчитываем момент как для консоли:

В нашем случае , поэтому считаем по ф-ле как для консоли по формуле:

По полученному максимальному изгибающему моменту определяем требуемую величину плиты:

3) Расчет высоты траверс:

Высота траверс определяется по требуемой длине вертикальных сварных швов. Считаем в запас прочности, что усилие на плиту передается только через швы, прикрепляющие ствол колонны к траверсам и не учитываем швы, соединяющие ствол колонны непосредственно с плитой базы. Траверса работает на изгиб, как балка с двумя консолями. Высота траверсы определяется из условия прочности сварного соединения траверсы с колонной. Рассчитаем угловые швы на условный срез.

Требуемую длину сварных швов рассчитываем по двум сечениям шва: по металлу шва и по границе сплавления.

где:

n = 4 (т.к. четыре расчетных вертикальных шва)

β_f – коэффициент проплавления (СНиП)

- расчетное сопротивление металла шва (СНиП)

- катетом шва задаемся в зависимости от толщины свариваемых элементов

Сварные швы будем выполнять полуавтоматической сваркой электродами Э42, выполненными из проволоки сплошного сечения Св-08А со значением кН/см². Для стали С255 значение кН/см². Таким образом, расчетные сопротивления сварного шва по металлу шва и по границе сплавления соответственно будут равны ( по табл.3 СНиП II-23-81*):

Значения коэффициентов при сварке в нижнем положении равны:

Следовательно, необходимо рассчитать сварной шов на условный срез по металлу границы сплавления.

В сечении по металлу шва:

Высота траверс: (учитываем возможный непровар швов).

Принимаем

Основной

1. Металлические конструкции. Изд. 4-е /под ред. Ю.И. Кудишина– М., Изд-во «Академия», 2007.-760с.

2. СНиП II-23-81*. Нормы проектирования. Актуализированная редакция. Стальные конструкции. СП 16. 13330. 2011 – М., 2011 – 90с.

3. СНиП 2.01.07.-85*. Нормы проектирования. Актуализированная редакция. Нагрузки и воздействия. СП 20. 13330. 2011- М., 2011 – 43с.

Дополнительный

4. Мандриков А.П. Примеры расчета металлических конструкций. М., Стройиздат, 1991 – 431с.

5. Металлические конструкции /под ред. В.В.Горева. В 3-х томах – М., Высшая школа, 1999.

6.Металлические конструкции /под ред. Е.И. Беленя – М., Стройиздат, 1985 – 560с. *)

7. Металлические конструкции. Справочник проектировщика /под ред. В.В. Кузнецова. В 3-х томах. М., 1998, 1999.

___________________________________________________________

*) Данным учебником можно пользоваться только совместно с СНиП II-23-81*.

ПРИЛОЖЕНИЯ

Приложение 1. Сортаменты

Таблица 4

Данные для двутавров									Данные для двутавров и тавров				Данные для тавров
№ профиля	h, мм	А, см²	m, кг/м	I_x, см⁴	W_x,см³	S_x, см³	i_x, см	I_y,см⁴	i_y, см	b, мм	s, мм	t, мм	I_x1, см⁴	i_x1,.см	z₀,см	№ профиля
Нормальные двутавры (Б) и тавры (БТ)*
10Б	100	10,3	8,1	171	34,2	19,7	4,07	15,9	1,24	55	4,1	5,7	--	--	--	--
12Б1	117,6	11,03	8,7	257	43,8	24,9	4,83	22,4	1,42	64	3,8	5,1	--	--	--	--
14Б1	137,4	13,36	10,5	435	63,3	35,8	5,7	36,4	1,65	73	3,8	5,6	--	--	--	--
16Б1	157	16,18	12,7	689	87,8	49,5	6,53	54,4	1,83	82	4	5,9	--	--	--	--
18Б1	177	19,58	15,4	1063	120,1	67,7	7,73	81,9	2,04	91	4,3	6,5	--	--	--	--
23Б1	230	32,91	25,8	2996	260,5	174,2	9,54	200,3	2,47	110	5,6	9	165	3,19	2,45	11,5БТ1
26Б1	258	35,62	28	4024	312	176,6	10,63	245,6	2,63	120	5,8	8,5	240	3,7	2,87	13БТ1
30Б1	296	41,92	32,9	6328	427	240	12,29	390	3,05	140	5,8	8,5	374	4,25	3,21	15БТ1
35Б1	346	49,53	38,9	10060	581,7	328,6	14,25	529,6	3,27	155	6,2	8,5	635	5,09	3,92	17,5БТ1
35Б2	349	55,17	43,3	11550	662,2	373	14,47	622,9	3,36	155	6,5	10	693	5,03	3,82	17,5ЬТ2
40Б1	392	61,25	48,1	15750	803,6	456	16,03	714,9	3,42	165	7	9,5	1030	5,83	4,59	20БТ1
40Б2	396	69,72	54,7	18530	935,7	529,7	16,3	865	3,52	165	7,5	11,5	1160	5,78	4,49	20БТ2
45Б1	443	76,23	59,8	24940	1125,8	639,5	18,09	1073,7	3,75	180	7,8	11	1660	6,63	5,25	22,5БТ1
45Б2	447	85,96	67,5	28870	1291,9	732,9	18,32	1269	3,84	180	8,4	13	1860	6,59	5,18	22,5БТ2
50Б1	492	92,98	73	37160	1511	860,4	19,99	1606	4,16	200	8,8	12	2550	7,44	5,97	25БТ1
50Б2	496	102,8	80,7	42390	1709	970,2	20,3	1873	4,27	200	9,2	14	2780	7,37	5,82	25БТ2
55Б1	543	113,37	89	55680	2051	1165	22,16	2404	4,61	220	9,5	13,5	3750	8,17	6,48	27,5БТ1
55Б2	547	124,75	97,9	62790	2296	1302	22,43	2760	4,7	220	10	15,5	4060	8,11	6,37	27,5БТ2
60Б1	593	135,26	106,2	78760	2656	1512	24,13	3154	4,83	230	10,5	15,5	5390	8,95	7,17	30БТ1
60Б2	597	147,3	115,6	87640	2936	1669	24,39	3561	4,92	230	11	17,5	5810	8,9	7,07	30БТ2
70Б1	691	164,7	129,3	125930	3645	2095	27,65	4556	5,26	260	12	15,5	9420	10,7	8,99	35БТ1
70Б2	697	183,6	144,2	145912	4187	2393	28,19	5437	5,44	260	12,5	18,5	10310	10,6	8,87	35БТ2
80Б1	791	203,2	159,5	199500	5044	2917	31,33	6244	5,54	280	13,5	17	15580	12,4	10,7	40БТ1
90Б1	893	247,1	194	304400	6817	3964	35,09	8365	5,82	300	15	18,5	24520	14,1	12,4	45БТ1
100Б1	990	293,82	230,6	446000	9011	5234	38,96	11520	6,26	320	16	21	55830	15,6	13,7	50БТ1
100Б2	998	328,9	258,2	516400	10350	5980	39,62	13710	6,46	320	17	25	39760	15,6	13,4	50БТ2
100Б3	1006	364	285,7	587700	11680	6736	40,18	15900	6,61	320	18	29	43670	15,5	13,2	50БТ3
100Б4	1013	400,6	314,5	655400	12940	7470	40,45	17830	6,67	320	19,5	32,5	48190	15,5	13,2	50БТ4
Широкополочные двутары (Ш) и тавры (ШТ)**
20Ш1	193	38,95	30,6	2600	275	153	8,26	507	3,61	150	6	9	110	2,39	1,69	10ШТ1
23Ш1	226	46,08	36,2	4260	377	210	9,62	622	3,67	155	6,5	10	192	2,9	2,08	11,5ШТ1
26Ш1	251	54,37	42,7	6225	496	276	10,7	974	4,23	180	7	10	288	3,27	2,31	13ШТ1
26Ш2	255	62,73	49,2	7429	583	325	10,88	1168	4,31	180	7,5	12	324	3,23	2,31	13ШТ2
30Ш1	291	68,31	53,6	10400	715	398	12,34	1470	4,64	200	8	11	512	3,89	2,79	15ШТ1
30Ш2	295	77,65	61	12200	827	462	12,53	1737	4,73	200	8,5	13	569	3,84	2,77	15ШТ2
30Ш3	299	87	68,3	14040	939	526	12,7	2004	4,8	200	9	15	627	3,81	2,78	15ШТ3
35Ш1	338	95,67	75,1	19790	1171	651	14,38	3260	5,84	250	9,5	12,5	971	4,52	3,2	17,5ШТ1
35Ш2	341	104,74	82,.2	22070	1295	721	14,52	3650	5,9	250	10	14	1050	4,49	3,19	17,5ШТ2
35Ш3	345	116,3	91,3	25140	1458	813	14,7	4170	5,99	250	10,5	16	1140	4,45	3,19	17,5ШТ3
40Ш1	388	122,4	96,1	34360	1771	976	16,76	6306	7,18	300	9,5	14	1530	5,02	3,37	20ШТ1
40Ш2	392	141,6	111,1	39700	2025	1125	16,75	7209	7,14	300	11,5	16	1860	5,15	3,61	20ШТ2
40Ш3	396	157,2	123,4	44740	2260	1259	16,87	8111	7,18	300	12,5	18	2070	5,15	3,68	20ШТ3
50Ш1	484	145,7	114,4	60930	2518	1403	20,45	6762	6,81	300	11	15	3320	6,76	4,85	25ШТ1
50Ш2	489	176,6	138,7	72530	2967	1676	20,26	7900	6,69	300	14,5	17,5	4300	7	5,37	25ШТ2
50Ш3	495	199,2	156,4	84200	3402	1923	20,56	9250	6,81	300	15,5	20,5	4780	6,95	5,34	25ШТ3
50Ш4	501	221,7	174,1	96150	3838	2173	20,82	10600	6,92	300	16,5	23,5	5280	6,92	5,35	25ШТ4
60Ш1	580	181,1	142,1	107300	3701	2068	24,35	9302	7,17	320	12	17	6180	8,28	6,05	30ШТ1
60Ш2	587	225,3	176,9	131800	4490	2544	24,19	11230	7,06	320	16	20,5	8160	8,53	6,65	30ШТ2
60Ш3	595	261,8	205,5	156900	5273	2997	24,48	13420	7,16	320	18	24,5	9500	8,54	6,75	30ШТ3
60Ш4	603	298,34	234,2	182500	6055	3455	24,73	15620	7,23	320	20	28,5	10890	8,56	6,88	30ШТ4
70Ш1	683	216,4	169,9	172000	5036	2843	28,19	10400	6,93	320	13,5	19	10980	10,1	7,76	35ШТ1
70Ш2	691	251,7	197,6	205500	5949	3360	28,58	12590	7,07	320	15	23	12660	10,1	7,74	35ШТ2
70Ш3	700	299,8	235,4	247100	7059	4017	28,72	15070	7,09	320	18	27,5	15440	10,2	8,09	35ШТ3
70Ш4	708	341,6	268,1	284400	8033	4598	28,85	17270	7,11	320	20,5	31,5	17890	10,3	8,37	35ШТ4
70Ш5	718	389,7	305,9	330600	9210	5298	29,13	20020	7,17	320	23	36,5	20660	10,3	8,6	35ШТ5
Колонные двутавры (К) и тавры (КТ)***
20К1	195	52,82	41,5	3820	392	216	8,5	1334	5,03	200	6,5	10	129	2,22	1,5	10КТ1
20К2	198	59,7	46,9	4422	447	247	8,61	1534	5,07	200	7	11,5	144	2,2	1,54	10КТ2
23К1	227	66,51	52,2	6589	580	318	9,95	2421	6,03	240	7	10,5	225	2,61	1,71	11,5КТ1
23К2	230	75,77	59,5	7601	661	365	10,02	2766	6,04	240	8	12	263	2,65	1,81	11,5КТ2
26К1	255	83,08	65,2	10300	809	445	11,14	3517	6,51	260	8	12	365	2,98	1,97	13КТ1
26К2	258	93,19	73,2	11700	907	501	11,21	3957	6,52	260	9	13,5	419	3,01	2,07	13КТ2
26К3	262	105,9	83,1	13560	1035	576	11,32	4544	6,55	260	10	15,5	481	3,03	2,16	13КТ3
30К1	296	108	84,8	18110	1223	672	12,95	6079	7,5	300	9	13,5	652	3,46	2,29	15КТ1
30К2	300	122,7	96,3	20930	1395	771	13,06	6980	7,54	300	10	15,5	745	3,5	2,38	15КТ2
30К3	304	138,72	108,9	23910	1573	874	13,12	7881	7,54	300	11,5	17,5	875	3,56	2,52	15КТ3
35К1	343	139,7	109,7	31610	1843	1010	15,04	10720	8,76	350	10	15	1150	4,06	2,63	17,.5КТ1
35К2	348	160,4	125,9	37090	2132	1173	15,21	12510	8,83	350	11	17,5	1300	4,04	2,7	17,5КТ2
40К1	393	175,8	138	52400	2664	1457	17,26	17610	10	400	11	16,5	1920	4,68	3	20КТ1
40К2	400	210,96	165,6	64140	3207	1767	17,44	21350	10,06	400	13	20	2340	4,73	3,18	20КТ2
40К3	409	257,8	202,3	80040	3914	2180	17,62	26150	10,07	400	16	24,5	3000	4,83	3,46	20КТ3
40К4	419	308,6	242,2	98340	4694	2642	17,85	31500	10,1	400	19	29,5	3730	4,93	3,75	20КТ4
40К5	431	371	291,2	121570	5642	3217	18,1	37910	10,11	400	23	35,5	4750	5,07	4,13	20КТ5