单向板楼盖设计课程设计

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1、目录一、设计资料2二、单向板楼盖设计31. 承载能力极限状态设计31）板（塑性方案设计）32）次梁（塑性方案设计）73）主梁（弹性方案设计）112. 正常使用极限状态裂缝与挠度验算161）主梁裂缝宽度验算162）主梁挠度验算17三、双向板楼盖设计201. 承载能力极限状态设计201）板的计算（塑性方案设计）202）支承梁的计算（弹性方案设计）242. 正常使用极限状态裂缝与挠度验算291）短边292）长边31设计资料：某多层民用建筑平面尺寸为bXh=16.2mX27m，采用砖混结构，分别按单向 板和双向板肋形楼盖进行设计。墙厚240mm，壁柱截面尺寸500mmX 500mm, 中柱为混凝土柱，

2、截面尺寸为400mm X 400mmo楼盖面层做法：20mm厚水泥砂浆找平后做10mm厚水磨石面层，板底采用20mm 厚混合砂浆天棚抹灰。材料选用：梁内纵向受力钢筋采用HRB400级热轧钢筋，其余采用HRB335级热轧钢筋。混凝土强度等级为C35，可变荷载标准值3.5kN/m 2。由规范查得：f 二 16.7MPa f = 1.57MPa f = 2.20MPacttkE = 3.15 x 104 MPac由规范查得：HRB400 级钢筋：f = 360MPa E = 2.0 x 105 MPaysHRB335 级钢筋：f = f = 300MPa E = 2.0 x 105 MPay ys要

3、求：1、按考虑内力重分布的方法进行单向板肋形楼盖板及次梁的内力及配筋计 算，按弹性方法进行单向板楼盖主梁的内力、配筋、变形及裂缝计算；2、按塑性方法进行双向板肋形楼盖板内力及配筋计算，按弹性方法进行双 向板肋形楼盖梁的内力、配筋、变形及裂缝计算。3、分别绘出单、双向板肋形楼盖的结构平面布置和梁板配筋图，要求单向 板肋形楼盖的结构平面布置和梁板配筋图一张（A3），双向板肋形楼盖的结构平 面布置和梁板配筋图一张（A3）o单向板楼盖设计承载能力极限状态设计（新规范2010）结构平面布置如图单向板设计结构平面布置图0.02X20+0.01X25=0.650.06X25=1.500.02X17=0.34

4、一、板（塑性方案设计） 楼面面层: 板自重： 天棚抹灰:恒载标准值2.49 kN/ m 2取一米宽为计算单元线恒荷载设计值g=2.49X 1X1.2=2.988 kN/m线活载设计值q=3.5 X 1.4=4.9 kN/m合计g+q=7.888 kNm2、内力计算计算跨度：边跨：l =1.8-0.12-0.2/2=1.58mnl +h/2=1580mm+60/2mm=1610mnl +a/2=1580mm+120/2mm=1640mn取小值/ =1.61mo中间跨：l = l =1.8-0.2=1.6mo n 知计算跨度差(1.610-1.6) /1.6=0.625%10%，可按等跨连续板计算

5、内力,为简化起见，取l =1.61m。o取1m宽为计算单元，计算简图如下：f =16.7cf =300Nm2y/ mm2连续板各截面的弯矩计算见表:截面边跨跨内离端第二支座离端第二跨跨内中 间跨跨内中间支座弯矩计算系数am1/11-1/111/16-1/14M= a (g+q) 12 /(kN.m)m01.86-1.861.28-1.463、截面承载力计算b=1000mm,h=60mm, h =60mm-20mm=40mm, a =1.0 o1连续板各截面配筋计算见表：a =sM/(a f bh2)1 c o0.06960.06960.04790.05460.06960.06960.03830

6、.04370.07220.07220.04910.05620.07220.07220.03910.0447A =sa f / f01 cy160.81241.21164.03187.78241.21241.21130.55149.34A mins(0.2%)1601601601601601601601600000000计算105屬 实酸喘 蚁200计算 105nim? 麺251屏 86200计算58皿2 实0B251加 虫8S200计算66mDi2WSlfflm2486200单向板按塑性设计中间区板配筋图二、次梁（塑性方案设计）X 1.8m=5.378kN/m次梁自重X 0.2mX (0.45

7、m-0.06m)=2.34 kN/m梁侧抹灰 1.2X17 kN/ X0.02mX(0.45m-0.06m) =0.318kN/m / m3g=8.036kN/m活载设计值板传来合计q=4.9X 1.8m=8.82 kN/m計 q=16.856kN/m内力计算计算跨度边跨：l =5.40.120.25/2=5.155mnl +a/2=5.155+0.24/2=5.275m 1.0251 =1.025 X 5.155=5.284mnn故取 l =5.275m0中间跨：l =5.40.25=5.15mn取 l = l =5.15m0 n跨度差 (5.275-5.15)/5.15=2.4%50.23

8、KN.m,1 c f f 0 f即中和轴位于翼缘内，属于第一类T形截面，故跨内截面均属于第一类T 形截面。支座按矩形截面计算，第一内支座按布置两排纵筋考虑， ho =450mm-65mm=385mm，其他中间支座均按照布置一排纵向筋考虑，取h0 =450mm40mm=410mm。有 fy =360N/mm2，最小配筋率，45 ft /fy %=0.196%0.2%，故取 0.2%。As min =0.2%x200x450=180mm2连续次梁正截面承载力计算：截面边跨跨内离端第二支座离端第二跨跨内 中间跨跨内中间支座M(kN.m)50.2350.2327.9431.93a = M / (a f

9、b h 2)s1 c f 0(a = M / (a f bh 2)s1 c00.01020.10150.00580.0569g = 1 J1 2 xas0.01020.10720.00580.0586A = g b h a f / fsf 0 1 cy(A =gbhaf /f) s01 cy342.06382.94189.85222.86选配钢筋2 业 14、1*122 曲 14、1曲123曲123曲12实配钢筋面积（mm 2）421421339339连续次梁斜截面承载力计算:h /b=410/200V321.48V321.48V342.35V0.7 % fbhh t 090.12V84.62

10、V84.62V90.12V选用箍筋2%2%2巾62巾6A = nAsvsv157575757f A hos= yv sv/(V-0.7fbh )t0构造配筋构造配筋构造配筋构造配筋实配箍筋间距300300300300次梁配筋示意图:计算 383iili)2实配 421iim?计算217mm实配339minZj3i&2_1鑑蕊2114+1412计算194nmf 实 IE339nnn2应2-通4虫6 300次梁塑性设计配筋示意图三、主梁（弹性方案设计）已知柱截面尺寸为400mmX400mm,主梁相关尺寸及支承情况如下图所示:)11250主梁弹性设计尺寸图1、荷载恒载设计值由次梁传来 8.036kN

11、/mX5.4m=43.394kN主梁自重(折算为集中荷载)1.2 X 25 kNm3 X 0.25m x (0.65m-0.06m) X1.8m=7.965kN梁侧抹灰(折算为集中荷载)1.2 X 17 kN/m3 X 0.02m X (0.65m-0.06m) X1.8m=0.867kNG=52.226kN活载设计值：由次梁传来Q=8.82kN/mX5.4m=47.628kN合计 G+Q=99.854kN内力计算边跨：l =5.4m0.12m0.4m/2=5.08mnl =1.0251 +b/2=1.025X5.08+0.4/2=5.41mv l +a/2+b/2=5.08+0.36/2+0

12、.4/2=5.46m0nn取 l =5.41m0中间跨：l =5.40.4=5.0mnl = l = l +b=5.0+0.4=5.41.051 =1.05X5.0=5.25m 故取 l =5.25m0 c nn0跨度差(5.415.25) /5.25=3%150.97 kN.ma =70mm, h a =90mm, h V =i/2(g+Q+G+Q) =l/2X99.854kNX2=99.854kN(按简支s0 s00梁计算的支座边缘处剪力设计值）A = G + Qs 2 f sin 0yvV b/2=99.854kN x 400mmX 1/2=19.971kN.m143.41-150.97

13、70.46-14.33V0V0143.4170.46-14.33d =M/a fs1 cb h 2f o(a =M/ a fs1b h 2)co0.01280.10010.00650.01020.01290.10560.00650.0103A 一 E b h asf 0,f /f1 cy657.28686.03 （两排布置）321.9068.98A = E b h a,s01f / fc yV(kN)79.53128.61110.43(kN)(kN)0=99.854x 1000N/ (2x 300N/mm2 x sin 450 ) =235.4mm2选配 214（ A =308mm 2） s主

14、梁配筋草图如下：槨86諒74槨58諒I博32加&邂伽/正常使用极限状态裂缝与挠度验算（新规范2010）一、主梁裂缝宽度验算恒载标准值Gk =43.523kN活载标准值Q =34.02kNV = （G + 屮 Q ） =43.523+0.5 x 34.02=60.533kNoqkq k判别最不利荷载组合，利用公式 M =a Gl +a屮Ql （计算主梁内力）qml k 0m2 q k 0屮=0.5q控制截面准永久组合值（M）qV b/2oqM -V xb/2qoq边跨跨内(0.244 x 43.523+0.5 x0.289 x 34.02)84.05x 5.41=84.05中间支座(-0.267

15、 x43.523-0.5 x0.311x34.02) x (5.41+5.25) /2=-90.13-12.11-78.02中间跨跨内(0.067 x43.523+0.5x 0.200 x 34.02)x 5.41=34.1834.18对于受弯构件，按荷载准永久组合，并考虑长期作用影响的最大裂缝宽度, max= a cr屮Is /(1.9 +0.08 eq/ Pte)1为最外层纵向受拉钢筋外边缘至受拉区底边的距离。f =2.20N/mm2，Es =2.0x 105n/mm2 cs =25mm acr =1.9主梁裂缝宽度演算表：项次MqAs实配钢筋deqAte =0 5bh8125081250

16、81250Ate =05bh+(b - b) h ff171250Pte0.01010.01380.0066 (取为 0.01)Csq =Mh Aq /(0.87 0 s )193.85142.35120.61屮0.36960.37201.9 Cs +d p0.08 eq / te176.21137.76152.14 /max ( mm)0.120.070.03显而易见，对于主梁，其裂缝宽度最大值 max最大裂缝宽度限值w =0.3mm,符合裂缝控制要求。 lim二、主梁挠度验算(按简支梁计算)ftk =2.20N/mm2，Es =2.0x 105n/mm2 c$=25mm aCr =1.9主

17、梁恒载标准值为Gk =43.523kN 活载标准值Qk =34.02kNQk x0.5=17.01kN荷载效应准永久组合M =a G l +a 屮 Q l =84.05kN.mqml k 0m2 q k 0M 二a G l +a Q l =(0.244x43.523+0.289x34.02) x5.41=110.64 kN.mklml k 0m2 k 0M =a G l +a Q l =(0.155x43.523+0.289x34.02) x5.41=89.69 kN.mk 2ml k 0m 2 k 0M =a G l +a Q l =(-0.267x43.523-0.133x34.02) x

18、5.41=-87.5 kN.mkBml k 0m2 k 0M =a G l +a Q l =(0.067x43.523-0.133x34.02) x5.41=-1.61kN.mk中ml k 0m2 k 0F 二1(b)主梁挠度验算图主梁为作用有两个集中力的连续梁，需用图乘法求挠度。为此，上图所示为简支梁的截面1处加一个竖直向下的单位力，并绘制弯矩图，将单位力的弯矩图与荷 载弯矩图相乘即可得到截面1的挠度。h =610mm As =817 mm2oEc =3.15 x 104 n/ mm 2a e= Es / Ec =6.35A817p = - = 0.00536 pbh 250 x 6100-

19、sMg = qsq0.87 Ah0.87 x 817 x 610s 084.05 x 106=193.85N/mm2817te = 0.5bh = 0.5 x 250 x 650 = 0.01010.65 f屮=1.1 - 於=1.1 - 0.65 x= 0.3696p g0.0101x 193.85te s2.20=(bf b)h； = (1750-250)60 = 059 250 x 610.bhoE A h2s s 0= 9.372x 1013 N - mm21.1郭 + 0.2 + 6a p/(1+ 3.5/ ) 1.15x0.3696+ 0.2 + 6x6.35x0.00536/(1

20、+ 3.5x0.59)Ef2.0 x 105 x 871x 6102MB =k B(9 - 1)M + M sqk由图乘法得：a = 1 (5410x 139.81 x106 x2/3+5410x 148.02x106 x 1/3)=0.0145m=14.5mmaf = B1 = 108mm。梁截面咼度取5050h = 450mmh=405400mm40=360mm，截面宽度b = 200mm。1、荷载计算恒载标准值20mm厚水泥砂浆150mm钢筋混凝土20mm厚混合砂浆天棚抹灰10mm厚水磨石面层0.02 mx 20 kN/m3 二 0.4 kN/m20.12m x 25 kN/m3 = 3

21、.0 kN/m20.02 m x 17 kN/m3 = 0.34 kN/m20.01 m x 25 kN/m3 = 0.25 kN/m：线恒载设计值 线活在设计值 合计g = 3.99kN/m2kg = 1.2 x 3.99kN/m = 4.79kN/mq =1.4 x 3.5kN/m =4.9kN/mm每米板宽p = g + q =9.69 kN/m2、内力计算1）中间区格A计算跨度l = 5.4 0.2 = 5.2 m0 xl = 5.4 - 0.2 = 5.2 moyn = l /1 =1取a = 1, 0 = 20 y 0 xn 2采取弯起式配筋，跨中钢筋在距支座处弯起一半，故得跨内各

22、塑性绞线上总 弯矩为M = (l - Lx )m = (5.2 - 5.2/4)m = 3.9mx0 y 4 xx-33M = a l m = x 1.0x5.2m = 3.9my 40 x x 4xxM = M =0 l m = 10.4mxx0 y xxM = M = l m = 0a l m = 10.4m=竺(3l -1 )120y0xyy0 x y0 x xx代入公式 2M+ 2M+ M+ M+ M + Mxyxxyy0.8 x 9.69 x 52 x (3 x 5.2 - 5.2)12由于区格板C四周与梁连接，内力折减系数0.8,由2 x 3.9m + 2 x 3.9m + 2 x

23、 10.4m + 2 x 10.4 m =xxxx可得 m = 3.176kN - m/mxm =a m = 3.176kN - m/myxm = m = 0 m = 6.352kN - m/mxxxm = m = 0 m = 6.352kN - m/myyy2)边区格B计算跨度l = 5.4 - 0.2/2 - 0.12 + 0.12/2 = 5.24m0 yl = 5.4 - 0.2 = 5.2m0 xn = l /1= 1.01取 a =1 1, 0 = 20 y 0 xn 2由于B区格三边连续，一边简支，无边梁，内力不作折减，又由于短边l支座ox弯矩为已知，m = 6.352kN -

24、m / myM = (5.24 - 5.2/4)m = 3.94mxxx3M x 1 x 5.2 m 3.9 m y 4xxM M ” 2 x 5.24 10.48mxxxM = 6.352 x 5.2 = 33.030KNmy代入 2M + 2M + M + M + M + M 巴二(31-1 )yy120y0x得 m 5.368kN - m/mxm =a m 5.368kN m/myx3) 边区格Cm m p m 10.736kN - m/mxxy计算跨度l 5.4 - 0.2/2 - 0.12 + 0.12/2 5.24m0 yl 5.4 - 0.2 5.2m0 xn l /1 1.01

25、0 y0 x由于C区格三边连续，一边简支，无边梁，内力不作折减，又由于短边1支ox座弯矩为已知，m 6.352kN - m / myM (5.24 - 5.2/4)m 3.94mxxx3M =x 1 x 5.2 m 3.9 m y 4xxM M ” 2 x 5.24 10.48mxxxM = 6.352 x 5.2 = 33.030KNmy代入 2M + 2M + M + M + M + M 巴二(31-1 )yy120y0x得 m 5.368kN - m/mxm a m 5.368kN - m/myx4) 边区格Dm m =p m 10.736kN - m/mxxy跨度计算1 1 5.24m

26、0 x 0 y则 n 1 /1 1 取 a = 1 1， p = 20 y0 xn 2由于D区格支座弯矩均已知，mx=m 10.736KN.m / my3M = (5.24 5.24/4)m 二 3.93m My = 4 x 1 x 5.24化=3.93件x代入公式pl 22M + 2M + M + M + M + M =亠(3l l ) y120 y0 xm = 13.42kN - m/mxm = 13.42kN - m/my3、配筋计算各区格板跨内及支座弯矩已求得，取截面有效高度mh = 90mm,h = 90mm，即可近似按A =算出相应的钢筋截面面积，板0x0ys 0.95f hy 0

27、各截面配筋计算见表3。连续板各截面配筋计算截面Mh0As选配钢筋适配钢 筋跨 中A区 格l方向0 x3.176x 0.8=2.5419099.06251l方向0 y3.176x 0.8=2.5419099.06251B1区格l方向0 x5.36890209.288200251l方向0 y5.36890209.28251B2 区格l方向0 x5.36890209.288200251l方向0 y5.36890209.28251C区 格l方向0 x5.36890209.28251l方向0 y5.36890209.288200251D区 格l方向0 x13.4290523.2010140561l方向0

28、 y13.4290523.20r 10140561支座A-A6.35290247.64251A-B6.35290247.64生251A-C6.35290247.64251B-B10.73690418.56 8200、8250452B-D10.73690418.56o e8400、102800e8500507C-D10.73690418.56O08400、1028008500507二、支承梁的计算（弹性方案设计）取梁高h = 500mm 15400mm = 360mm，梁宽 b = 200mm。沁15恒载设计值 由板传来 次梁自重 梁侧抹灰1、荷载g1 =4.79kN/m2 x 5.4m = 2

29、5.866kN/m1.2 x 25 kN/m3 x 0.2m x (0.5m - 0.12m) = 2.28kN/m1.2 x 17 kN/m3 x 0.02m x (0.5m 一 0.12m) x 2=0.31kN/mg 2=2.59kN/mq = 4.9kN/m2 x 5.4 m = 26.46kN/m活载设计值 由板传来g = g + 1 q = 25.866 + 24.46 / 4 = 32.481kN / m i 43q = q = 3 x 24.46 / 4 = 18.345kN / m42、内力计算支承梁端支承在带壁柱的墙上，支承长度为240mm。中间支承在 400mmx400m

30、m的混凝土柱，按连续梁计算，支承梁长跨方向为五跨连续梁，短 跨方向为三跨连续梁，其计算跨度：边跨 1 =5400mm - 200mm - 120mm = 5080mmn1 = 1 +a/2+b/2 = 5080mm + 240mm/2 + 400mm/2 = 5400mm0 n 1.051” = 1.05x(5400mm - 400mm)= 5250mm取 l0= 5.25m因其跨度差不超过10%，故可按等跨梁计算其内力。竦鮒糊支承梁各截面弯矩及剪力按下式计算：M = Kgl2V = Kg l支承梁具体计算数值见下边表格:短边方向支承梁弯矩计算序 号荷载简图KM1KMBKM2KMC10.08-

31、0.10.025-0.106.04-7.341.78-7.3420.054-0.0630.021-0.06351.15-58.0218.80-59.6730.068-0.031-0.03136.38-16.13-16.584-0.031-16.130.05226.29-0.031-16.5850.05-0.0730.038-0.02126.75-37.9719.21-11.231+2+31+2+51+2+41+2+493.57-103.3347.48-83.59短边方向支承梁剪力计算序荷载简图KKK号VAVBLVBR10.45.59-0.6-8.280.56.902jtTT It *-0.18

32、332.10-0.313-54.140.2543.8530.21921.69-0.281-27.4550.177-0. 3230.30217.53-31.5529.921+2+31+2+51+2+559.38-93.9780.67长边方向支承梁弯矩计算序号图 简 载 荷K 一 MK 一 M2 K- M-K-K 一 Ma-97O a-98-632-5.6482d-6 a-9 a-82230.4.-I-M Y 一3 a-5 a-33-2-382仝.1- r3 a-5 a-3-8127.2-C*257O a-4O a-216.23-20.7-2 J IU亠亠A 11 r r2 a-O7O a-4 a

33、-933-5222合1X3O1XO98-长边方向支承梁剪力计算序号图 简 载 荷-KI V*K- VBK- VB-K- VCK- V61X7-1 - tSa：!6 a-474 a-553-52746-一63 a-432 a-32.27-54.6045.96-39.9042.6330.2170.2830.0080.0080.2521.5027.620.780.7724.0850.175-0.3250.311-0.819-0.01417.34-31.7230.35-18.2-1.356L屮內理拆、0.022-0.0220.202-0.2980.3072.18-2.1519.71-28.7029.5

34、7最不利组合1+2+31+2+51+2+51+2+61+2+659.28-94.6783.56-75.0579.003、承载力计算支承梁跨内按T形截面计算，其翼缘计算宽度为：b = l /3 =5400m/3 =1800mm b+s = 6000mm，并取 h = 500mm- 40mm = 460mm f on0判别T形截面类型：h120a fb b h (h -f) = 1.0 X 16.7 X1800 x 120(460 -) = 1443kN - mmi c f f 02293.57kN - m(边跨中)47.48kN - m(中间跨中)故各跨中截面属于第一类T形截面。支座截面按矩形截

35、面计算，取h = 500mm - 90mm = 410mm，按布置两排纵筋 0考虑。V 二(g + q)l /4 + g / /2 二 72.85kNo102 0支座弯矩设计值：短边方向 M 二M-Vb/2 =-103.33+72.85x0.4/2=-88.76kN.mBB maxo长边方向 M 二M-Vb/2 =-107.31+72.85x0.4/2=-92.74kN.mBB maxoM 二M -Vb/2 =-94.90+72.85x0.4/2=-70.33kN.mCC max o支承梁正截面承载力计算见下表：短边支承梁正截面承载力计算截面边跨中间支座中间跨弯矩 M (kN - m)93.5

36、7-88.7647.78Ma =s a f bh 21 c0十M或a =s a f b h21 c f 00.01470.15810.0075g= 1-；1 2as0.01480.17310.0075A = gb h a f / fsf 01 cyA =gbh a f / fs01 cy569.25658.32289.62选用钢筋4 也 14、2 曲 14、2 曲 164曲12实际钢筋截面面积（mm2）616710452长边方向支撑梁正截面承载力计算截面边跨跨内离端第 二支座离端第二 跨跨内中间支座中间跨弯矩 M (kN - m)91.93-92.7453.44-70.3363.55Ma =s

37、 a f bh 21 c0卡M或a =s a f b h21 c f 00.01450.16520.00840.09950.0100g = 1一；1 一 2as0.01460.18170.00840.10500.0100A =gb h a f / fsf 01 cyA = gbh a f / fs01 cy559.20691.10324.07448.24385.69选用钢筋4 他 14、2 曲 14、2曲164业124 竝 14、4曲12实际钢筋截面面积（mm2）616710452616452斜截面受剪承载力计算：验算截面尺寸h = h - h = 460-120 = 440，因为 h /b

38、二 440/200二 2.2 V 二 94.67KN c c 0MAX符合截面尺寸，满足要求。L=9斗-67KN又 V 二 0.7 fbh 二 0.7 x 16.7 x 2000 x 460 二 1075.5KN 亠cto故可以按照构造要求配置二；8200双肢箍筋。正常使用极限状态裂缝与挠度验算(新规范2010)短边1、短边方向梁的裂缝验算g 二 21.555kN / m2, g 二 2.16kN / m2,q 二 18.9kN / m21k2 kk由荷载准永久值计算主梁的内力，计算结果如下表控制 截面组合值：M = (a g +a g +T a q )l2 qm1 1km 2 2kq m3

39、k oV b/2oqM -V xb/2qoq边跨(0.08 x 2.16+0.054 x 21.555+0.5 x 0.068 x 18.9)x 5.4 x 5.4=57.7257.72离端 第二 支座(-0.1 x 2.16-0.063 x 21.555-0.5 x 0.073 x 18.9)x 5.325 x 5.325=-64.209.27-54.93中间 跨跨 内(0.025 x 2.16+0.021 x 21.555+0.5 x 0.052 x 18.9)x 5.25 x 5.25=27.5127.51对于受弯构件，按荷载准永久组合，并考虑长期作用影响的最大裂缝宽度， max= a

40、cr屮Is /(1.9 +0.08 Jq/ P te)1为最外层纵向受拉钢筋外边缘至受拉区底边的距离。ftk =2.20N/mm2，Es =2.0x 105N/mm2 cs =25mm acr =1.9 短边方向梁裂缝宽度演算表：项次MqAs616实配钢筋4 曲 14、2 強 14、2曲164曲12deqAte =0 5bh500005000050000Pte0.01230.01420.01csq =Mh Aq/(0.87 0 s )234.14216.89152.080.60350.63570.2000cd p1.9 s +0.08 eqF te138.56132.40143.50max (

41、 mm)0.190.170.04显而易见，对于主梁，其裂缝宽度最大值 maxP取P/P= 1Ach =460mm s =616 mm 2 oEc =3.15 x104 N/mm 2aE=E/E =6.35 P= bhr=ioOXh=o.006696 p厂盒=o.5x200x5oo=0.01232057.72 x 106M一c = q = 234.14N/mm2sq 0.87 Ah 0.87 x 616 x 460s 02.200.65 f/= 1.1 於=1.1 0.65 x= 0.6043pb0.01232 x 234.14te s(b b)h(1800- 200)120bho200 x 4

42、60=2.0872.0x10)x 616x 46C2E A h2-e= 2.816x1013 N - mm21.15(/+ 0.2 + 6a p/(1+ 3.5Y ) 1.15x0.6043+ 0.2+ 6x6.35x0.00669(1+ 3.5x2.087)EfB = M B =7646B = 1.548 x 1013 N - mm2(9 1)M + M s (2 1)x 57.72 + 76.46 sqkM 12 =5/48x76.46x 106 x54002/(1.548x 1013)=15.00mmv5400/250=21.6mma x k 0f 48 B所以短边方向梁挠度符合要求。长边1、长边方向梁的裂缝验算g 21.555kN / m2, g 2.16kN / m2,q 18.9kN / m21k2 kk由荷载准永久值计算主梁的内力，计算结果如下表控制 截面组合值：M (a g +a g +T a q )12 qm1 1km 2 2 kq m3 k oV b/2oqM V xb/2qoq边跨(0.