Одноэтажное производственное здание из сборного железобетона

1. Исходные данные для проектирования.
2. Компоновка задания.
3.Расчет поперечной рамы.
4. Сбор нагрузок на раму.
5. Статический расчет поперечной рамы.
6. Колонны одноэтажного промышленного здания.
7. Стропильные конструкции. Расчет балки.
8 Расчёт и конструирование фундамента под среднюю колонну
Литература:

Одноэтажное производственное здание из сборного железобетона

Эксц-тет Q отн-но оси подкр. части f, см..-75
Усилие от массы надкрановой части, кН.....29,29
Усилие от массы подкрановой части, кН.....39,6
Усилие от снега на покрытии P, кН.........176,4
Максимальное давление кранов Dmax, кН.....343,332
Минимальное давление кранов Dmin, кН......71,528
Тормозное воздействие кранов, кН..........9,87
Усилия от вариантов загружений
номер нагрузки
Коэффициент сочетания
Колонна по оси "A"
усилия (М в кН·м, N и Q в кН) в сечениях
1-1
2-2
3-3
4-4
М
N
М
N
М
N
М
N
Q
от постоянной нагрузки
1 1.0 54. 389. 10. 412. 39. 553. -39. 578. -13.
от максимальной вертикальной крановой нагрузки
2 1.0 0. 0. -51. 0. 69. 343. -20.343. -14.
3 .9 0. 0. -46. 0. 62. 309. -18. 309. -13.
от минимальной вертикальной крановой нагрузки
4 1.0 0. 0. -5. 0. 21. 72. 13. 72. -1.
5 .9 0. 0. -4. 0. 18. 64. 11. 64. -1.
от горизонтальной крановой нагрузки на данную колонну
6 1.0 0. 0. -7. 0. -7. 0. 19. 0. 4.
7 .9 0. 0. -6. 0. -6. 0. 17. 0. 4.
от горизонтальной крановой нагрузки на соседнюю колонну
8 1.0 0. 0. 1. 0. 1. 0. 3. 0. 0.
9 .9 0. 0. 1. 0. 1. 0. 3. 0. 0.
от снеговой нагрузки
10 1.0 12. 88. 7. 88. 3. 88. -6. 88. -1.
11 .9 11. 79. 7. 79. 3. 79. -5. 79. -1.
от ветровой нагрузки слева
12 1.0 0. 0. 0. 0. 0. 0. 25. 0. 6.
13 .9 0. 0. 0. 0. 0. 0. 23. 0. 6.
от ветровой нагрузки справа
14 1.0 0. 0. -2. 0. -2. 0. -23. 0. -5.
15 .9 0. 0. -2. 0. -2. 0. -20. 0. -5.
Сочетания усилий
Колонна по оси "A"
усилия (M в кН·м, N и Q в кН ) в сечениях
1-1
2-2
3-3
4-4
M
N
M
N
M
N
M
N
Q
М (max) и соответствующие N и Q
1, 10 1, 10 1, 2, -6 1, 4, 6
67. 477. 17. 500. 115. 897. -7. 650. -10.
1, 5, -9, 11, 13 1, 5, -7, 11, 13 1, 3, -7, 11, 13 1, 5, 7, 13
66. 468. 19. 492. 110. 942. 12. 642. -4.
М (min) и соответствующие N и Q
1, 4, -8 1, 2, 6 1, 14 1, -6
54. 389. -48. 412. 37. 553. -77. 921. -31.
1, 5, -9, 15 1, 3, 7, 15 1, 11, 15 1, 3, -7, 11, 15
54. 389. -43. 412. 40. 633. -99. 966. -35.
N (max) и соответствующие М и Q
1, 10 1, 10 1, 2, -6 1, 2, -6
67. 477. 17. 500. 115. 897. -77. 921. -31.
1, 11, 13 1, 5, 7, 11, 15 1, 3, -7, 11, 13 1, 3, -7, 11, 13
66. 468. -37. 492. 110. 942. -99. 966. -35.
Усилия от вариантов загружений
Номер нагрузки
Коэффициент сочетания
Колонна по оси "Б"
усилия ( М в кН·м, N и Q в кН ) в сечениях
1-1
2-2
3-3
4-4
М
N
М
N
М
N
М
N
Q
от постоянной нагрузки
1 1.0 0. 857. 0. 887. 0. 1169. 0. 1208. 0.
от максимальной вертикальной крановой нагрузки
2 1.0 0. 0. 127. 0. -130. 343. 92. 343. 36.
3 .9 0. 0. 114. 0. -117. 309. 82. 309. 32.
от минимальной вертикальной крановой нагрузки
4 1.0 0. 0. 32. 0. -22. 72. 34. 72. 9.
5 .9 0. 0. 29. 0. -20. 64. 30. 64. 8.
от горизонтальной крановой нагрузки на данную колонну
6 1.0 0. 0. -5. 0. -5. 0. 23. 0. 5.
7 .9 0. 0. -4. 0. -4. 0. 21. 0. 4.
от горизонтальной крановой нагрузки на соседнюю колонну
8 1.0 0. 0. 2. 0. 2. 0. 6. 0. 0.
9 .9 0. 0. 2. 0. 2. 0. 5. 0. 0.
от снеговой нагрузки
10 1.0 0. 176. 0. 176. 0. 176. 0. 176. 0.
11 .9 0. 159. 0. 159. 0. 159. 0. 159. 0.
от ветровой нагрузки слева
12 1.0 0. 0. 10. 0. 10. 0. 27. 0. 3.
13 .9 0. 0. 9. 0. 9. 0. 25. 0. 3.
от ветровой нагрузки справа
14 1.0 0. 0. -10. 0. -10. 0. -27. 0. -3.
15 .9 0. 0. -9. 0. -9. 0. -25. 0. -3.
Сочетания усилий
Колонна по оси «Б»
усилия (M в кН·м, N и Q в кН) в сечениях
1-1
2-2
3-3
4-4
M
N
M
N
M
N
M
N
Q
М (max) и соответствующие N и Q
1, 4, -8 1, 2, -6 1, 12 1, 2, 6
0. 857. 132. 887. 10. 1169. 115. 1552. 40.
1, 5, -9, 11, 13 1, 3, -7, 11, 13 1, 11, 13, 1, 3, 7, 11, 13
0. 1016. 128. 1045. 9. 1327. 128. 1676. 39.
М (min) и соответствующие N и Q
1, 4, -8 1, 14 1, 2, 6 1, 14
0. 857. -10. 887. -135. 1512. -27. 1208. -3.
1, 5, -9, 11, 13 1, 11, 15, 1, 3, 7, 11, 15, 1, 11, 15
0. 1016. -9. 1045. -131. 1636. -25. 1367. -3.
N (max) и соответствующие М и Q
1, 10 1, 10 1, 2, 6 1, 2, 6
0. 1034. 0. 1063. -135. 1512. 115. 1552. 40.
1, 11, 13 1, 3, -7, 11, 13 1, 3, 7, 11, 15 1, 3, 7, 11, 13
0. 1016. 128. 1045. -131. 1636. 128. 1676. 39.
6. Колонны одноэтажного промышленного здания.
По характеру действующих усилий колонны относятся к внецентренно - сжатым элементам.
Требуется рассчитать и законструировать среднюю колонну здания по оси «Б» с подбором арматуры класса А-III Rs = Rsc = 365 МПа и Es = 200000 МПа, s = Es/Еb = 200000/24000 = 8,33.
В сечениях колонны действуют отличающиеся по величине положительные и отрицательные моменты. Однако для снижения трудоёмкости арматурных работ и для повышения надёжности получаемых решений принимается симметричное армирование по всей высоте колонны.
Надкрановая часть.
Размеры прямоугольного сечения надкрановой части: b = 500 мм, hв = 600 мм. Для продольной арматуры принимается а = а`= 30мм. Тогда рабочая высота сечения h0 = 0,60 – 0,03 = 0,57 м.
Расчёт в плоскости изгиба. Сечение арматуры подбирается по усилиям в сечении 2-2, поскольку там действует наибольший по абсолютной величине момент М = 132 кН·м при N = 887 кН (комбинация 1+2+(-6) по статическому расчёту). В это сочетание входят усилия от длительно действующей нагрузки Мl = 0 кН·м при Nl = 887 кН (загружение 1)
Так как в сочетание входят крановые нагрузки, расчётная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба:
l0 = 2Hв
l0 = 2 · 3,55 = 7,1 м.
коэффициент условий работы бетона γb2 = 1,1.
Поскольку l0/hв = 11,8 > 10, необходимо учитывать влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы.
Принимается для колонны тяжёлый бетон В20. По табл.13 [3] Rb = 11,5 МПа, Rbt = 0,9 МПа, с учётом γb2 = 1,1
Rb = 11,5 · 1,1 = 12,65 МПа, Rbt = 0,9 · 1,1 = 0,99 МПа. По табл. 18 [3] для бетона, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении, Еb = 24000 МПа.
Эксцентриситет продольной силы
е0 = М/N
е0 = 132/877 = 0,149 м > еа = hв/30 = 0,60/30 = 0,02 м. следовательно, случайный эксцентриситет не учитывается, так как колонна – элемент статически неопределимой конструкции.
Значение условной критической силы и величина коэффициента η для учёта влияния прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы. По п. 3.6 [3]
δе = е0/h
δе = 0,149/0,60 = 0,258 > δе, min = 0,5 – 0,01· l0/h – 0,01·Rb = 0,5 – 0,01· 11,8– 0,01·12,65 = 0,252
при δе < δе, min принимается δе = δе, min , значит δе = 0,258.
По п.3.24 [3] определяются моменты относительно центра тяжести арматуры Аs:
М = М + N·((h/2) – a)
Мl = ± Мl + Nl·((h/2) – a)
М = 132 + 887·((0,60/2) – 0,03) = 371,5 кН·м
Мl = 0 + 887·((0,60/2) – 0,03) = 239,5 кН·м
Тогда по п. 3.6 [3]
l = 1 + β· Мl/M
где β – коэффициент, принимаемый в зависимости от вида бетона, для тяжёлого β = 1,0
l = 1 + 1· 239,5/371,5 = 1,64
По п. 3.24 [3] условная критическая сила:
Ncr =
В первом приближении принимается  = (As + As`)/bh0 = 0,005
Тогда
Ncr = = 9578081,6 Н = 9578,08 кН > N = 887 кН.
Коэффициент для учёта влияния прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы:
η = 1/(1 – N/Ncr)
η = 1/(1 – 877/9578,08) = 1,10.
Тогда эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести арматуры As по п. 3.61 [1]:
е = е0 · η + h0/2 – a` = 0,149 · 1,10 + 0,57/2 – 0,03 = 0,419 м.
По п. 3.62 [1] относительная величина продольной силы:
n = N/Rbbh0
n =877 ·10-3/(12,65 · 0,5 · 0,57) = 0,243 < ζR = 0,581.
Здесь ζR – граничная относительная высота сжатой зоны, находится по табл. 7 [4] при γb = 1,1. Далее по п. 3.62 [3] вычисляются коэффициенты:
m1 = N·e/ Rbbh02
m1 = 877·10-3·0,419/(12,65 · 0,5 · 0,572) = 0,179
δ = a`/h0 = 0,03/0,57 = 0,053.
Требуемая площадь арматуры:
As = As`= Rbbh0(m1 - n·(1 - n/2))/(Rs·(1 - δ))
As = As`= 12,65 · 50 · 57 (0,179 – 0,243·(1 – 0,243/2))/(365·(1 – 0,053)) = 0,593 см2 = 593,1 мм2, что больше конструктивного минимума, равного:
As, min = 0,002·b·h0 = 0,002·500·570 = 570 мм2
По приложению 4 [3] принимается минимально необходимое армирование по 3Ø16 А-III каждой стороны колонны (As = As`= 603 мм2). Принятая арматура обеспечивает  = 1206 · 100/(500 · 570) = 0,423 %, что больше минимального по табл. 8 [4] min = 0,2, и не намного отличается от предварительно принятого  = 0,5 %. Поэтому расчёт можно не уточнять.
Расчёт из плоскости изгиба. За высоту сечения принимается его размер из плоскости изгиба, т.е. h = b = 0,5 м. Расчётная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба по табл. 32 [1] l0 = 1,5·Hв = 1,5·3,55 = 5,33 м. Поскольку l0/h = 8,88 < 11,8 (гибкости в плоскости рамы), а усилие приложено со случайным эксцентриситетом, проверка прочности из плоскости изгиба не делается.
Поперечное армирование назначается по конструктивным требованиям. Поперечная арматура принимается Ø5 Вр-I с шагом 200 мм.
Подкрановая часть колонны.
Размеры прямоугольного сечения подкрановой части: b = 500 мм, hн = 800 мм. Для продольной арматуры принимается а = а`= 30мм. Тогда рабочая высота сечения h0 = 0,800 – 0,03 = 0,77 м.
Расчёт в плоскости изгиба. Сечение арматуры подбирается по усилиям в сечении 4-4, поскольку там действует наибольший по абсолютной величине момент М = 128 кН·м при N = 1676 кН (комбинация 1+3+7+11+13 по статическому расчёту). В это сочетание входят усилия от длительно действующей нагрузки Мl = 0 кН·м при Nl = 1208 кН (загружение 1)
Так как в сочетание входят крановые нагрузки, расчётная длина надкрановой части колонны в плоскости изгиба по (табл. 32 [1]):
l0 = 1,5Hн
l0 = 1,5 · (9,75 - 3,55) = 9,3 м.
коэффициент условий работы бетона γb2 = 1,1.
Поскольку l0/hн = 12,08 > 10, необходимо учитывать влияние прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы.
Принимается для колонны тяжёлый бетон В20. По табл.13 [1] Rb = 11,5 МПа, Rbt = 0,9 МПа, с учётом γb2 = 1,1
Rb = 11,5 · 1,1 = 12,65 МПа, Rbt = 0,9 · 1,1 = 0,99 МПа. По табл. 18 [1] для бетона, подвергнутого тепловой обработке при атмосферном давлении, Еb = 24000 МПа.
Эксцентриситет продольной силы:
е0 = 128/1676 = 0,076 м > еа = hн/30 = 0,77/30 = 0,026 м. следовательно, случайный эксцентриситет не учитывается, так как колонна – элемент статически неопределимой конструкции.
Значение условной критической силы и величина коэффициента η для учёта влияния прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы.
δе = 0,076/0,77 = 0,099 < δе, min = 0,5 – 0,01· l0/h – 0,01·Rb = 0,5 – 0,01· 12,08– 0,01·12,65 = 0,253
при δе < δе, min принимается δе = δе, min , значит δе = 0,253.
По п.3.24 [1] определяются моменты относительно центра тяжести арматуры Аs:
М = 128 + 1676·((0,77/2) – 0,03) = 722,98 кН·м
Мl = 0 + 1208·((0,77/2) – 0,03) = 428,84 кН·м
Тогда по п. 3.6 [1] l :
β = 1,0
l = 1 + 1· 428,84/722,98 = 1,59
По п. 3.24 [1] условная критическая сила:
В первом приближении принимается  = (As + As`)/bh0 = 0,005
Тогда
Ncr = = 24005314,32 Н = 24005,31 кН > N = 1676 кН.
Коэффициент для учёта влияния прогиба элемента на величину эксцентриситета продольной силы:
η = 1/(1 – 1676/24005,31) = 1,08.
Тогда эксцентриситет продольной силы относительно центра тяжести арматуры As по п. 3.61 [3]:
е = е0 · η + h0/2 – a` = 0,076 · 1,08 + 0,77/2 – 0,03 = 0,437 м.
По п. 3.62 [3] относительная величина продольной силы:
n = 1676 ·10-3/(12,65 · 0,5 · 0,77) = 0,344 < ζR = 0,581.
Далее по п. 3.62 [3] вычисляются коэффициенты:
m1 = 1676·10-3·0,437/(12,65 · 0,5 · 0,772) = 0,2
δ = a`/h0 = 0,03/0,77 = 0,039.
Требуемая площадь арматуры:
As = As`= 12,65 · 50 · 67 (0,2 – 0,344·(1 – 0,344/2))/(365·(1 – 0,039)) = 8,44 см2 = 844 мм2, что больше конструктивного минимума, равного:
As, min = 0,002·b·h0 = 0,002·500·770 = 770 мм2
По приложению 4 [4] принимается минимально необходимое армирование по 3Ø20 А-III каждой стороны колонны (As = As`= 942 мм2). Принятая арматура обеспечивает  = 1884 · 100/(500 · 770) = 0,489 %, что больше минимального по табл. 8 [4] min = 0,2, и не намного отличается от предварительно принятого  = 0,5 %. Поэтому расчёт можно не уточнять. У широких граней принимается по 1 Ø12 А-III с тем, чтобы расстояния между продольными стержнями не превышало 400 мм. Поперечная арматура принимается Ø5 Вр-I с шагом 400 мм.
Расчёт из плоскости изгиба. За высоту сечения принимается его размер из плоскости изгиба, т.е. h = b = 0,5 м. Расчётная длина надкрановой части колонны из плоскости изгиба по табл. 32 [1] l0 = 0,8·Hн = 0,8·(9,75 - 3,55) = 4,88 м. Поскольку l0/h = 9,76 < 12,08 (гибкости в плоскости рамы), а усилие приложено со случайным эксцентриситетом, проверка прочности из плоскости изгиба не делается.
Проверка прочности наклонных сечений. Для подкрановой части колонны заведомо выполняется, а поперечное армирование назначается по конструктив­ным требованиям.
Подкрановая консоль
На крановые консоли колонны ряда «Б» действуют сосредоточенные силы от веса подкрановых балок и вертикальных давлений кранов.
Qc = (Gпб + Dmax)/2
Qc = (141 + 343,332)/2 = 242,17 кН.
Размеры консоли по рис. 6:
Рис. 6
hc = 1300 мм, lc = 650 мм, а = 400 мм, h0 = 1270 мм. Подкрановые балки с шириной опорной площадки 300 мм опираются поперёк консоли, тогда lsup = 300 мм, l1 = 350 мм. Так как на консоль действуют нагрузки малой суммарной продолжительности, то расчётные сопротивления бетона принимаются с коэффициентом γb2 = 1,1: Rb = 9,35 МПа; Rbt = 0,825 МПа.
Так как Qc = 242,17 кН < 2,5 · Rbt · b · h = 2,5 · 0,825 · 500 · 1270 = 1309,7 кН, прочность бетонного сечения консоли достаточна и поперечное армирование её выполняется по конструктивным требованиям.
При hc = 1300 мм > 2,5·а = 2,5·400 = 1000 мм поперечное армирование принимается в виде горизонтальных хомутов из стержней Ø6 А-III с шагом 150 мм по высоте консоли.
Проверка бетона консоли под опорой подкрановой балки на местное сжатие (смятие) из условия:
N < Ψ · Rb, loc · A loc1
где: A loc1 – площадь смятия,
A loc1 = b· lsup = 500 · 300 = 150000 мм2;
Rb, loc – расчётное сопротивление бетона смятию,
Rb, loc = ·b·Rb·γb9
где:  = 1,0 для бетона класса ниже В25,
b =
A loc2 – расчётная площадь смятия,
A loc2 = b·(2b + lsup)
A loc2 = 500·(2·500 + 300) = 650000 мм2,
b = = 1,63 < 2,5
γb9 = 0,9,
Rb, loc = 1·1,63·9,35·0,9 = 13,7 МПа.
N = Qc = 242,17 < 0,75 · 13,7 · 150000 = 1541 кН, смятие бетона консоли не произойдёт.
Требуемая площадь сечения арматуры консоли:

= 182,8 мм2.
Принимается 2Ø12 А-III (As = 226 мм2). Для надёжной анкеровки арматуры она должна быть заведена за грань колонны на длину не менее чем lan = 36d = 36·12 = 432 мм. Так как требуемая длина анкеровки lan < h1 = 600 мм, то анкеровка продольной арматуры консоли достигается связкой её к каркасу подкрановой части колонны.
7. Стропильные конструкции. Расчет балки.
Рассчитать и сконструировать предварительно напряженную двускатную балку (второй категории трещиностойкости) для покрытия промышленного здания. Расстояние между разбивочными осями здания / = 15 м, между осями опор балки l0=14,70 м, шаг балок В=12 м. Балка изготовляется из бетона класса В40 с тепловой обработкой; армирование выполняется преднапрягаемой арматурой K-7. Поперечная арматура из стали класса А-Ш, сварные сетки из стали класса Вр-I, конструктивная арматура из стали класса А-I.
Расчетные данные. арматуры К-7 1400: Rs,ser =1400 МПа; расчетное сопротивление Rs =1160 МПа, Es = 1,8*105 МПа.
Для арматуры класса А-III соответственно Rs,ser =390 МПа и Rs=355 МПа при d=6-8 мм и Rs=365 при d=10-40 мм; Es=2*105 МПа.
Для бетона класса В40:Rb,ser = 29 МПа; Rbt,ser = 2,1 МПа; Rb==22 МПа;Rbt =1.4 МПа; для бетона, подвергнутого тепловой обработке, Eb =32500 МПа; коэффициент условий работы γb2 = 0,9. Прочность бетона в момент обжатия принимаем Rbp = 0,8*B =0,8*40=32 МПа. Предварительное контролируемое напряжение назначаем σsp=0,7*Rs,ser=0,7*1255=880 МПа.
Проверяем условия при р=0,05*σsp=0,05*880=44МПа: σsp+р=880+44=924 МПа<1400 МПа; σsp – р = 880 – 44 = 836 МПа > 0,3Rs,ser = 420 МПа; условия соблюдены.
Определяем коэффициент точности натяжения арматуры:
γsp = 1 ± Δγsp,
где Δγsp = 0,1- при механическом способе натяжения; при неблагоприятном влиянии предварительного напряжения γsp = 1 ± Δγsp = 1+0,1=1,1, а при благоприятном γsp=1-0,1=0,9.
Предварительное назначение размеров сечения балки.
В общем случае размеры сечений балок назначают из следующих соображений: высота сечения по середине балки h=1/10—1/15*l, где l -
пролет балки; уклон верхнего пояса 1/12; ширина верхней сжатой полки b`f = 1/50—1/60 *l (обычно 200—400 мм); ширина нижнего пояса 200 - 300 мм с учетом удобства размещения всей напрягаемой арматуры; толщина стенки b=60—100 мм; толщина полок не менее 80 мм; уклоны скосов полок 30—45°; высота сечения на опоре типовых балок 800 и 900 мм.
принятые размеры сечений балки: h =1250 мм > l/15*l и < 1/10*l, h0p = 890 мм, b`f = =300 мм,bf = 270 мм, b = 100 мм.
Расчетный пролет балки: l0 = l – 2*Δ – 2*a0 =15000 – 2*25 – 2*150 = 14650 мм, где Δ - расстояние от оси здания до торца балки (25—30 мм); a­0 - расстояние от торца балки до середины опоры (15—20 см).
Определение нагрузок и усилий. Подсчет нагрузок на балку:
Собственный вес балки равен 72,5 кН. Тогда постоянная нагрузка на узел от веса покрытия и балки:
нормативная Nnl=3,82х36+72,5х3/14,96= 152 кН,
расчетная Nl=4,32х36+1,1х72,5х3/14,96= 171,5 кН.
С учетом снега на покрытии
полная нормативная Nn=152 +0,7х36= 177,2 кН,
полная расчетная N=171,5 +1,4х0,7х36= 206,8 кН.
Вычисляем изгибающие моменты и поперечные силы с учетом коэффициента надежности по назначению γn = 0,95:
максимальный момент в середине пролета от полной расчетной нагрузки
Мс = (q*l20* γn)/8 =(206,8*14,652*0,95)/8 = 5270,6 кН*м;
максимальный момент в середине пролета от полной нормативной нагрузки
Mc = (qn*l20* γn)/8 = (177,2*14,652*0,95)/8 = 4516,2 кН*м;
наибольшая поперечная силы от полной расчетной нагрузки
Q = (q*l0* γn)/8 = (206,8*14,65*0,95)/2 = 1439 кН;
Изгибающий момент в 1/3 пролета балки от расчетной нагрузки (x1=l0/3=14,65/3=4,8888м):
M1 = q*x1*(l0 – x1)* γn/2 = 206,8*4,88*(14,65-4,88)*0,95/2 = 4683,4 кН*м
Предварительный расчет сечения арматуры. Из условия обеспечения прочности сечение напрягаемой арматуры должно быть:
A­sp> Mc/(0,9*h0*Rs) = 5270,6*105/(0,9*50*1160*100) = 56,72 см2.
в сечении на расстоянии 1/3 пролета от опоры балки