辦公樓框架結構計算書

正文第一章 建筑工程概況某地6層鋼筋混凝土框架結構辦公樓，建筑所在場地為Ⅱ類，設防烈度 7度，設計地震分組為第一組。基本雪壓s0=0.2kN/m2，準永久值系數分區(qū)Ⅱ；基本風壓ω0=0.55kN/m2,地面粗糙度為B類。根據該辦公樓的使用要求進行了建筑平面、 立面及剖面設計，圖1給出標準層的建筑平面布置圖。主體結構共 6層，底層層高為 3.6m,其余層高均為3.3m。750 750180015001800150018001500180015001800150018001500180015001800150018001500180015001800150018001500180015001800DCBA

C1 C1 C1 C1 C1 C1 C1 C1 C1 C1 C1 C1 C1 C10男休女0廁辦公室辦公室息辦公室辦公室?guī)?+13.470+13.470室+10.170+10.170+6.870+6.870M3M3M3M3M3M3M3M3M3M3M3008C2C2621M3M3M3M3M2M2M3M3M3M3M3M30辦公室辦公室會議室+10.200辦公室辦公室辦公室7+6.900C1C1C1C1C1C1C1C1C1C1C1C1C1C133003300330033003300330066006600660066006600660066004620012345678圖1 標準層平面圖填充墻采用 190mm厚的混凝土空心小砌塊，門為木門，門洞尺寸為：M1=2400mm×2400mm，M2=1500mm×2400mm，M3=900mm×2400mm，窗為塑鋼窗，窗洞尺寸為：C1=1800mm×1500mm，C2=1500mm×1500mm。屋頂采用三氈四油的柔性防水，為有組織防水。1第二章 結構布置圖及計算簡圖根據使用功能和建筑設計的要求，該辦公樓的柱網尺寸如建筑平面圖（見圖1）所示。該辦公樓建于抗震設防地區(qū)，因此，需要采用縱橫框架承重方案，在縱橫兩個方向均布置框架梁，以將柱連起形成縱橫向框架?？蚣芰航孛娓叨劝戳嚎缍鹊?/12～1/8估算，寬度按梁截面高度的1/3～1/2估算。當房間中有隔墻時需設置次梁來支承隔墻，當開間較大而形成房間板過大時，也需設置縱橫向的次梁，以減小板的尺寸，從而減小板厚，取得較好的經濟效果。次梁截面高度按梁跨度的1/16～1/12，寬度按梁截面高度的1/3～1/2估算，結構平面布置圖如圖2所示。表1給出了梁的截面尺寸。D0027CB

0042027A330033003300330033003300330033003300330033003300330033006600660066006600660066006600462001 2 3 4 5 6 7 8圖2 結構平面布置圖表1梁截面尺寸（mm）混凝土橫向框架梁截面尺寸(b×h)縱向框架梁截次梁截面尺寸層次強度等邊跨中間跨面尺寸(b×h)×(bh)級1～6C30350×700350×450250×650250×6002查現澆鋼筋混凝土結構抗震等級劃分表可知，該框架結構的抗震等級為三級，因此查框架中（邊）柱的軸壓比限制表可知其軸壓比限制為 λ=0.9。各層樓面單位面積的豎向荷載近似取位 14kN/m2，由標準層平面圖可算出中框架中柱的負荷面積為6.6m×4.8m。根據公式得柱估算的截面尺寸為：AcNc1.21466.64.8103248123mm2fc0.914.3柱截面取正方形，則柱截面估算邊長為498mm。根據計算結果及綜合考慮各種因素，本框架結構的柱截面尺寸取值如表2所示。表2柱截面尺寸（mm）層次混凝土等級柱截面尺寸(b×h)1～6C30550×550樓蓋及屋蓋采用現澆鋼筋混凝土結構， 根據現澆板的最小跨高比表可近似求得板厚，板可看作單向連續(xù)板，厚度為3300mm/40=82.5mm，實取板厚h=100mm?；A選用柱下條形基礎，基礎埋深為 2.0m，獨立基礎高度為 1.0m。底層柱高度從基礎頂面取至一層板底， 即h=3.6m+2.0m-1.0m=4.6m。圖3給出了橫向框架的計算簡圖。0033003300330033003300647200 2400 7200A B C D圖3 橫向框架的計算簡圖3第三章 重力荷載計算第一節(jié) 樓面及屋面的永久荷載（恒載）標準值一、屋面（不上人）：三氈四油防水層0.5kN/m220mm厚水泥砂漿找平層20×0.02kN/m2=0.4kN/m2150mm厚泡沫混凝土保溫層6×0.15kN/m2=0.9kN/m2100mm厚鋼筋混凝土板25×0.1kN/m2=2.5kN/m2木絲板吊頂棚0.29kN/m2合計 4.59kN/m2∴屋面恒載標準值=（6.6×7+0.24）×（7.2×2+2.4+0.24）×4.59=3632.2kN二、1～5層樓面：瓷磚地面（包括水泥粗砂打底）0.55kN/m2100mm厚鋼筋混凝土板25×0.1kN/m2=2.5kN/m2木絲板吊頂棚0.29kN/m2合計 3.34kN/m2∴樓面恒載標準值=（6.6×7+0.24）×（7.2×2+2.4+0.24）×3.34=2643.1kN第二節(jié) 樓面及屋面的可變荷載（活載）標準值一、樓面活荷載標準值：辦公室2.0kN/m2走廊、門廳、樓梯2.5kN/m2為方便計算，統一取為2.5kN/m24∴樓面活載標準值=（6.6×7+0.24）×（7.2×2+2.4+0.24）×2.5=1978.3kN二、屋面活荷載標準值：不上人屋面均布活荷載標準值0.5kN/m2屋面雪荷載標準值sμ×2k=rs0=1.00.2=0.2kN/m因為《荷載規(guī)范》要求屋面均布活荷載不應與雪荷載同時組合，所以按最不利情況進行荷載組合，屋面活荷載按不上人屋面均布活荷載標準值計算?！辔菝婊詈奢d標準值=（6.6×7+0.24）×（7.2×2+2.4+0.24）×0.55=435.2kN第三節(jié)梁、柱、墻、窗及門重力荷載計算梁柱可按截面尺寸與材料密度計算出單位長度的重力荷載，計算如下：橫向框架梁（邊跨）0.35×（0.7-0.08）×25=5.43kN/m橫向框架梁（中間跨）0.35×（0.45-0.08）×25=3.24kN/m縱向框架梁0.25×（0.65-0.08）×25=3.56kN/m次梁0.25×（0.6-0.08）×25=3.25kN/m柱0.55×0.55×25×3.6=27.2kN/根對墻、門、窗可計算出單位面積的重力荷載。墻體為 190mm厚混凝土空心砌塊對其外墻和內墻荷載計算如下：外墻：外墻面貼瓷磚，內墻面為20mm厚抹灰，則外墻單位面積墻重力荷載為：0.5kN/m2+11.8×0.19kN/m2+17×0.02kN/m2=3.08kN/m2內墻：兩側墻面為 20mm厚抹灰，則內墻單位面積墻重力荷載為：11.8×0.19kN/m2+2×17×0.02kN/m2=2.9kN/m2木門單位面積重力荷載為 0.2kN/m2；則內墻單位面積重力荷載為 0.4kN/m2。5第四節(jié) 重力荷載代表值重力荷載代表值是結構和構配件恒載標準值和各種活荷載組合值之和。 按組合值系數規(guī)定，樓面均布活荷載的組合系數為 0.5；屋面均布活荷載不予考慮，屋面雪荷載的組合系數為 0.5。集中于各樓層標高出各質點的重力荷載代表值Gi為本層樓面的重力荷載與上下相鄰各半層的墻、柱等重力荷載之和，即頂層重力荷載代表值為：屋面恒載（包括樓板、縱、橫梁自重），50%屋面雪荷載，屋面下半層柱自重及半層墻自重；其他層重力荷載代表值為：樓面恒載（包括樓板、縱、橫梁自重），50%樓面均布活荷載，樓面上、下各半層的柱及縱橫墻自重。圖4給出了各質點的重力荷載代表值。0G6=6430KN033G5=9720KN0033G4=9720KN0033G3=9720KN0033G2=9720KN0033G1=10860KN0064圖4 各質點的重力荷載代表值6第四章 橫向框架側移剛度第一節(jié) 梁的線剛度在框架結構中，現澆板的樓面可以作為梁的有效翼緣，增大梁的有效剛度，減少框架側移。為考慮這一有利作用，在計算梁的截面慣性矩時， 對邊框架梁取Ib=1.5I0,(I0為矩形截面梁的慣性矩)；對中框架梁取 Ib=2.0I0。梁的線剛度計算結果如表3所示。表3梁的線剛度計算表矩形截邊框架梁中框架梁面慣性混凝Ec截面尺寸跨度矩I0土(kN·mIb=1.5ib=EIb/lIb=2.0ib=EIb/部位(b×h)l（×10-3強度2)I0（×104I0l（×104(m)m4）等級（×10-3kN/m）（×10-3kN/m）m4）m4）走廊橫梁350×4502.42.658C3030×1063.9874.9845.3166.645邊跨橫梁350×7007.210.00C3030×10615.0006.25020.0008.333第二節(jié) 柱的側移剛度邊框架各桿線剛度見圖 5，中框架各桿線剛度見圖6.250 4.984 6.2500006.9326.9326.9326.93203336.2504.9846.2503006.9326.9326.9326.932003336.2504.9846.25030006.9326.9326.9326.93203336.2504.9846.25030006.9326.9326.9326.93203336.2504.9846.25030006.9326.9326.9326.93203336.2504.9846.2503000064.9734.9734.9734.9736447200 2400 7200

6。8.3336.6458.3336.9326.9326.9326.9328.3336.6458.3336.9326.9326.9326.9328.3336.6458.3336.9326.9326.9326.9328.3336.6458.3336.9326.9326.9326.9328.3336.6458.3336.9326.9326.9326.9328.3336.6458.3334.9734.9734.9734.9737200 2400 7200A B C D A B C D圖5 邊框架各桿線剛度 圖6 中框架各桿線剛度7柱的側移剛度計算結果如表 4所示。表4柱的側移剛度底層層慣性矩線剛度K=ibic樓層Ec截面尺寸高Icic=EIc/h(kN/m2(b×h)H（×10-3（×104)(m)m4）kN/m）一般層K=ibicA、D軸線邊框架邊柱16550×5504.67.6254.9731.25730×102～630×106550×5503.37.6256.9320.902B、C軸線邊框架中柱130×106550×5504.67.6254.9732.2592～66550×5503.37.6256.9321.62130×10A、D軸線中框架邊柱130×106550×5504.67.6254.9731.6762～630×106550×5503.37.6256.9321.20230×106B、C軸線中框架中柱1550×5504.67.6254.9733.0122～630×106550×5503.37.6256.9322.161

底層.05K122+KDic2h一般層(104kN/m)K2+K0.5391.52010.3112.37560.6481.82750.4483.42210.5921.66960.3752.86450.7011.97700.5193.9644各層柱側移剛度D值匯總，即得框架各層層間測移剛度，見表 5表5 各層柱側移剛度 D值匯總D值樓層1層2～6層柱類型（D值×根數）（D值×根數）邊框架A、D15201×423756×4B、C18275×434221×4中框架A、D16696×1228645×12B、C19770×1239644×12D（KN/m）57149610513768第五章 橫向水平荷載作用下橫向框架結構的內力和側移計算第一節(jié) 橫向水平地震作用下橫向框架結構的內力和側移計算一、 自振周期計算：結構自振周期按頂點位移法計算，將各樓面處的重力荷載代表值 Gi作為水平荷載作用在各樓層標高處，按彈性方法求得結構頂點的假象側移，按公式T1 1.7T T計算，其中， T的單位為m,并考慮填充墻對框架的影響取折減系數 T=0.7，計算結果見表6。表6結構頂點的假象側移nDVin層次GVGiGiiiiDi(kN)i1ii1(kN)(kN·m-1)(mm)(mm)66430643010513766.1221.45972016150105137615.4215.34972025870105137624.6199.93972035590105137633.9175.32972045310105137643.1141.41108605617057149698.398.3T11.7TT1.70.70.22140.56s二、 水平地震作用及樓層地震剪力計算：本結構重量和剛度沿高度分布比較均勻， 高度不超過40m，變形以剪切型為主，故水平地震作用采用底部剪力法計算。根據設計條件，設防烈度 7，Ⅱ類場地，設計地震分組為第一組，查特征周期值表得Tg 0.35s，查水平地震影響系數最大值表得 max 0.08。結構總水平地震作用標準值 FEK按下式計算：9因為T10.56sTgTg0.9nFEKmax0.85Gi所以GeqTi10.350.92502.1KN0.560.080.8556170KN因為T10.56s1.40.35s0.495s，所以應考慮頂部附加水平地震作用。頂部附加地震作用系數60.08T10.070.080.560.070.1148。頂部附加水平地震作用Fn按下式計算：F66FEK0.11482502.1KN287.2KN各樓層質點的水平地震作用標準值按下式計算：FiGiHiFEK(16)6GjHjj1各樓層水平地震剪力按下式計算：6ViFjF6j1計算結果見表7。表7 各層橫向水平地震作用標準值即樓層地震剪力層次hiHiGiGiHiGHiFiVii（m）(m)(KN)(KN·m)GiHi(KN)(KN)63.321.164301356730.198725.7725.753.317.897201730160.252558.11283.843.314.597201409400.206456.31740.133.311.297201088640.159352.22092.323.37.99720767880.112248.12340.414.64.610860499560.073161.72502.110685237各質點水平地震作用及樓層地震剪力沿房屋高度的分布如圖 7所示。725.7kN 725.7kN558.1kN 1283.8kN456.3kN 1740.1kN352.2kN 2092.3kN248.1kN 2340.4kN161.7kN 2502.1kN圖7 各質點水平地震作用及樓層地震剪力三、 多遇地震作用下的彈性位移驗算：在多遇地震作用時，水平地震作用下框架結構的側移按彈性方法計算， 各層間彈性位移角均應滿足位移角限制 [e] 1/550的要求，計算結果見表8。表8 位移驗算6層次ViDiiVihii(KN)(KN·m-1)Di(m)e(mm)hi6725.710513760.693.31/478351283.810513761.223.31/270541740.110513761.663.31/198832092.310513761.993.31/16581122340.410513762.233.31/148012502.15714964.384.61/1050四、水平地震作用下框架內力計算：以3軸線框架KJ-3為例，說明計算方法，計算結果見表9及表10和圖8。其余框架內力計算方法相同，計算從略。主要計算步驟如下：VimDim①按各層各柱側移剛度，求其所在層分配到的地震剪力Vi。Di②荷載近似地按倒三角形分布， 考慮上、下層層高的變化，梁剛度變化確定柱反彎點位置，按下式計算柱端彎矩：柱上端M上Vim(1y)h；柱下端iiM下Vimyihi。yi查規(guī)則框架承受倒三角形分布力作用時標準反彎點的高度比值表。③梁端彎矩依節(jié)點平衡條件，按梁線剛度大小分配確定，按下式計算：邊節(jié)點M (M上+M下）；中間節(jié)點M左（M上M下）i左，M右（M上M下）i右i右i左i右i左MbrMblrlb計算梁端剪力，式中Mb、Mb分別為梁左右兩l端的彎矩。⑤根據節(jié)點平衡條件，確定地震作用下柱軸力。表9各層柱端剪力及彎矩hiDi邊柱中柱層y下上y下上-1次mkN·mDi1Vi1KMi1Mi1Di2Vi2KMi2Mi2kN·m-1kNkN·mkN·mkN·m-1kNkN·mkN·m63.310513762864519.81.2020.46030.135.33964427.42.1610.45841.449.053.310513762864535.01.2020.45052.063.53964448.42.1610.45873.286.643.310513762864547.41.2020.46072.084.53964465.62.1610.500108.2108.233.310513762864557.01.2020.50094.194.13964478.92.1610.500130.2130.21223.310513762864563.81.2020.500105.3105.33964488.22.1610.500145.5145.514.65714961669673.11.6760.616207.1129.11977086.63.0120.550219.1179.3表10梁端彎矩、剪力及柱軸力邊跨梁走道梁軸力（kN）層MblMbrLVbMblMbrLVb次邊柱中柱kN·mkN·mmkN·mkN·mkN·mmkN·m635.327.37.28.721.721.72.418.18.79.4593.671.07.222.956.756.72.447.331.633.84136.5100.97.233.080.580.52.467.164.667.93166.1132.67.241.5105.8105.82.488.2106.1114.62199.4153.47.249.0122.3122.32.4101.9155.1167.51234.4180.77.257.7144.1144.12.4120.1212.8229.913003300330033

35.335.330.1 63.593.652.0 84.5136.5

27.349.021.749.035.321.727.335.371.056.793.686.686.641.741.130.163.556.771.0100.980.5136.573.2108.2108.284.573.252.080.5100.9132.6105.8166.10033

72.0166.1

94.1

130.2130.2108.2108.272.094.1105.8132.6153.4122.3199.400330064

94.1 105.3199.4105.3 129.1234.4207.1

130.2145.5145.5105.3130.294.1122.3153.4234.4180.7144.1179.3179.3129.1145.5145.5105.3144.1180.7219.1 219.1 207.17200 2400 7200A B C D(a)148.7 8.7 18.1 8.7 8.7-8.7-9.49.48.722.922.947.322.922.9-31.6-33.833.831.633.033.067.133.033.0-64.6-67.967.964.641.541.588.241.541.5-106.1-114.6114.6106.149.049.0101.949.049.0-155.1-167.5167.5155.157.757.7120.157.757.7-212.8 -229.9 229.9 212.87200 2400 7200A B C D(b)圖8 地震作用下框架彎矩圖、梁端剪力及柱軸力圖(a)框架彎矩圖（單位：kN·m） (b)梁端剪力及柱軸力（單位： kN·m）15第二節(jié) 橫向風荷載作用下框架結構內力和側移計算一、 風荷載標準值：根據設計條件，基本風壓 ω0=0.55kN/m2，由各種平面形狀的風載體形系數圖查得迎風面s0.8和背風面s0.5H=21.1m<30m且H/B=21.1/16.8≈1.26<1取.5z1.0根據各樓層標高處的高度Hi由風壓高度變化系數表查得z，則風荷載標準值為：kzzs01.00.55zs/20.55zs/m2kNmkN仍以框架KJ-3為例，說明風荷載標準值的計算方法，計算結果見表11及圖9。其余框架相同，計算從略。框架KJ-3的負荷寬度為6.6m，按下式可得沿房屋高度的分布風荷載標準值為：q(z)Bk6.60.55kN/m3.63kN/mzszs為便于框架內力分析，將分布風荷載轉化為節(jié)點集中荷載，如圖 9（b）所示。節(jié)點集中荷載按下式近似計算：hh1hhFiiiii1kB(2)6.6(0.80.5)1.00.55z22.4z(hihi1)表11 沿房屋高度分布風荷載標準值層次Hzq(z)q(z)Fii12kN·m-1kN·m-1kN621.11.273.692.3110.1517.81.203.482.1819.0414.51.133.282.0517.9311.21.032.991.8716.327.91.002.901.8215.814.61.002.901.8219.01603.692.310333.482.1800333.282.0500332.991.8700332.901.8200332.901.8200647200 2400 7200A B C D(a)10.119.017.916.315.819.07200 2400 7200A B C D(b)圖9 框架上的風荷載(a)沿房屋高度分布的風荷載標準值（單位： kN·m）(b)等效節(jié)點集中風荷載（單位： kN·m）17二、 風荷載作用下的水平位移驗算：風荷載作用下的水平位移驗算計算方法同水平地震作用， 計算過程見表 12。其中， D為KJ-3框架的層間側移剛度。表12 風荷載作用下的水平位移驗算層次123456Fi19.015.816.317.919.010.1（kN）6ViFi98.179.163.347.029.110.1ji（kN）D72932136578136578136578136578136578(kN·m-1)iVi1.350.580.460.340.210.07Di(mm)i1.351.932.392.732.943.01(mm)i1/34071/56901/71741/97061/157141/47143hi由表12的計算結果可知，風荷載作用下框架的變形滿足規(guī)范要求。18三、 風荷載作用下框架結構內力計算：風荷載作用下框架結構內力計算方法同水平地震作用，計算結果見表 13及表14和圖10。表13各層柱端剪力及彎矩層邊柱中柱Mi下1Mi上1Mi下2Mi上2次hiDiDi1Vi1yDi2Vi2ymkN·m-1kN·m-1kNkN·mkN·mkN·m-1kNkN·mkN·m63.3136578286452.120.4603.23.8396442.90.4584.45.253.3136578286456.100.4509.111.1396448.40.45812.715.043.3136578286459.860.46015.017.63964413.60.50022.422.433.31365782864513.280.50022.022.03964418.40.50030.430.423.31365782864516.590.50027.427.43964423.00.50038.038.014.6729321669622.460.61663.639.11977026.60.55067.355.1表14梁端彎矩、剪力及柱軸力邊跨梁走道梁軸力（kN）lrLVblrLVb邊柱中柱層次MbMbMbMbkN·mkN·mmkN·mkN·mkN·mmkN·m63.82.97.20.92.32.32.41.90.91.0514.310.87.23.58.68.62.47.24.44.7426.719.57.26.415.615.62.413.010.811.3337.029.47.29.223.423.42.419.520.021.6249.438.17.212.230.330.32.425.332.234.7166.551.87.216.441.341.32.434.448.652.719003300330033

3.83.83.2 11.114.39.1 17.626.7

2.95.22.35.22.32.910.88.615.015.04.44.48.610.819.515.612.722.422.412.715.619.529.423.4

3.83.814.33.2 11.126.79.1 17.637.00033

15.037.0

22.0

30.430.422.422.423.429.438.130.3

15.0 22.049.400330064

22.0 27.449.427.4 39.166.563.6

38.038.030.430.430.338.151.841.355.155.138.038.041.351.867.3 67.3

22.0 27.466.527.4 39.163.67200 2400 7200A B C D(a)200.9 0.9 1.9 0.9 0.9-0.9-1.01.00.93.53.57.23.53.5-4.4-4.74.74.46.46.413.06.46.4-10.8-11.311.310.89.29.219.59.29.2-20.0-21.621.620.012.212.225.312.212.2-32.2-34.734.732.216.416.434.416.416.4-48.6 -52.7 52.7 48.67200 2400 7200A B C D(b)圖10 水平風荷載作用下的彎矩、梁端剪力和柱軸力圖(a)框架彎矩圖（單位：kN·m） (b)梁端剪力及柱軸力（單位： kN·m）21第六章 豎向荷載作用下框架結構的內力計算第一節(jié) 計算單元：取3軸線KJ-3橫向框架進行計算，計算單元寬度為6.6m，如圖11所示。由于房間中布置次梁，A、B軸線和C、D軸線間板的長邊比短邊為7.2/3.3=2.18>2，因而為單向板，故KJ-3橫向框架所負荷的樓面范圍如圖11中水平陰影線所示。計算單元范圍內的其余樓面荷載則通過次梁以集中力的形式傳給縱向框架梁，然后由縱向框架梁傳給框架柱，并作用于個節(jié)點上。16501650D0220--2LL7CCCB

0 00 08 461 20213240-----2JLJLJ7KCKCKA3300 3300 3300 33006600 66002 3 4圖11 橫向框架計算單元22第二節(jié) 豎向荷載計算一、 恒載計算：恒載作用下各層框架梁上的荷載分布如圖 12所示。PPPP1221M1q2M2M2q2M1q1q'1q17200 2400 7200A B C D圖12 各層梁上作用的恒載q1、q1'表示橫梁及梁上墻的自重， q2表示房間板傳給橫梁的荷載，均為均布線荷載；P1、P2分別為由邊縱梁、中縱梁直接傳給柱的集中荷載。 由于縱向框架梁的中心線與柱的中心線不重合， 因而P1、P2集中力在框架節(jié)點還產生集中力矩M1、M2。則橫向框架梁上的恒載計算如下：第1層：q1.050.350.7252.9(3.60.7)14.84kN/m12～5層：q11.050.350.7252.9(3.30.7)13.97kN/m6層：q11.050.350.7256.43kN/m注：上式中1.05為考慮梁粉刷而增加的重量，式中第一項為橫向框架邊跨梁自重，第二項為梁上墻自重。1～6層：q1' 1.05 0.35 0.45 25 4.13kN/m注：上式為橫向框架中間跨梁自重， 1.05為考慮梁粉刷而增加的重量。231～5層：q23.33.3411.02kN/m6層：q23.34.5915.15kN/m注：上式為板或屋頂的自重。第1層：P13.61.50.4[6.6(3.61.50.7)3.083.01.53.08]0.25 0.65 25 1.05 6.6 0.25 0.6 25 1.057.23.3 3.34 126.5kN22～5層：

7.22P3.61.50.4[6.6(3.31.50.7)3.083.01.53.08]10.250.65251.056.60.250.6251.057.223.33.347.2120.4kN2層：P3.61.50.4[6.6(3.31.50.7)3.083.01.53.08]10.250.65251.056.60.250.6251.057.223.34.597.2135.2kN2注：式中第一項為窗自重，第二項為墻自重，第三項為縱向框架梁自重，第四項為橫向次梁自重，第五項為板傳來的荷載。第1層：P26.6(3.60.65)2.96.63.342.420.250.65251.056.60.250.6251.057.223.37.20.92.40.20.92.42.9159.1kN3.342242～5層：2.4P2 6.6 (3.3 0.65) 2.9 6.6 3.3420.250.65251.056.60.250.6251.057.223.33.347.20.92.40.20.92.42.9153.3kN2層：P26.6(3.30.65)2.96.64.592.420.250.65251.056.60.250.6251.057.223.37.20.92.40.20.92.42.9178.1kN4.592注：式中第一項為墻自重，第二項為過道板傳來的荷載， 第三項為縱向框架梁自重，第四項為橫向次梁自重，第五項為板傳來的荷載，第六項為門自重，第七項為扣除門洞處墻體自重。第1層：M1P1e10.550.25126.519.0kNm22～5層：M1P1e10.550.25120.418.1kNm26層：M1P1e10.550.25135.220.3kNm2第1層：2～5層：層：

MMM

2P22159.10.550.2523.9kNme22P22153.30.550.2523.0kNme22P2e2178.10.550.2526.7kNm225各層橫向框架恒載計算結果見表 15。表15橫向框架恒載統計表層次q1q2q1'P1P2M1M2kN/mkN/mkN/mkNkNkNmkNm66.4315.154.13135.2178.120.326.7513.9711.024.13120.4153.318.123.0413.9711.024.13120.4153.318.123.0313.9711.024.13120.4153.318.123.0213.9711.024.13120.4153.318.123.0114.8411.024.13126.5159.119.023.9二、 活載計算：活載作用下各層框架梁上的荷載分布如圖 13所示。P1 P2 P2 P1M1 q2M2 M2 q2 M17200 2400 7200A B C D圖13 各層梁上作用的活載26各層框架梁上的分布活荷載計算過程如下：1～5層：q2 2 3.3 6.6kN/m6層： 屋頂不上人，故只需考慮雪荷載：q2 0.5 3.3 1.65kN/m17.21223.8kN1～5層：P16.6226層：17.210.55.94kNP16.6221～5層：M1P1e123.80.550.253.6kNm26層：M1P1e15.940.550.250.9kNm21～5層：M2P2e20.550.2543.66.5kNm26層：M2220.550.25Pe11.91.8kNm2各層橫向框架活載計算結果見表16。表16橫向框架活載統計表層次q2P1P2M1M2kN/mkNkNkNmkNm61.655.9411.90.91.856.623.843.63.66.546.623.843.63.66.536.623.843.63.66.526.623.843.63.66.516.623.843.63.66.527在豎向恒載和活荷載作用下，框架 KJ-3的計算簡圖如圖 14所示。003300330033003300330064

135.2178.1178.1135.220.321.5826.726.721.5820.34.13120.4153.3153.3120.418.124.9923.023.024.9918.14.13120.4153.3153.3120.418.124.9923.023.024.9918.14.13120.4153.3153.3120.418.124.9923.023.024.9918.14.13120.4153.3153.3120.418.124.9923.023.024.9918.14.13126.5159.1159.1126.519.025.8623.923.925.8619.04.137200 2400 7200A B C D(a)285.9411.911.95.940.91.651.81.81.650.923.843.643.623.83.66.66.56.56.63.623.843.643.623.83.66.66.56.56.63.623.843.643.623.83.66.66.56.56.63.623.843.643.623.83.66.66.56.56.63.623.843.643.623.83.66.66.56.56.63.67200 2400 7200A B C D(b)圖14 框架豎向荷載的計算簡圖(a)恒載 (b)活載注：單位：彎矩為 kNm，集中力為kN ，線荷載為kN/m29第三節(jié) 橫向框架內力計算一、 用彎矩分配法計算框架彎矩：梁端、柱端彎矩采用二次彎矩分配法計算。 因為框架結構和荷載均對稱， 利用對稱性原理，僅取一般框架計算，另一半完全相同。計算時，中跨梁的相對線剛度乘以修正系數 2，框架KJ-3的相對線剛度如圖 15所示。1.00.7970.8320.8321.00.7970.8320.8321.00.7970.8320.8321.00.7970.8320.8321.00.7970.8320.8321.00.7970.597 0.5977200A B圖15 框架KJ-3的相對線剛度30恒載作用下，框架的彎矩分配計算過程和橫向框架的彎矩如圖16所示；活荷載作用下，橫向框架的彎矩分配計算和橫向框架的彎矩如圖17所示。上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁KIKLLKLJK0.4540.5460.491L0.4100.09920.3-93.293.226.7-2.033.139.8-31.7-26.4-6.414.0-15.919.9-12.10.91.0-3.8-3.2-0.848.0-68.377.6-41.7-9.2IKIGIJJIJLJH0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070I18.1-108.0108.0J23.0-2.028.028.033.8-29.1-24.1-24.1-5.816.614.0-14.616.9-13.2-12.1-5.0-5.0-6.02.92.42.40.639.637.0-94.898.7-34.9-33.8-7.2GIGEGHHGHJHF0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070G18.1-108.0108.0H23.0-2.028.028.033.8-29.1-24.1-24.1-5.814.014.0-14.616.9-12.1-12.1-4.2-4.2-5.02.62.12.10.537.837.8-93.898.4-34.1-34.1-7.3EGECEFFEFHFD0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070E18.1-108.0108.0F23.0-2.028.028.033.8-29.1-24.1-24.1-5.814.014.0-14.616.9-12.1-12.1-4.2-4.2-5.02.62.12.10.537.837.8-93.898.4-34.1-34.1-7.3CECACDDCDFDB0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070C18.1-108.0108.0D23.0-2.028.028.033.8-29.1-24.1-24.1-5.814.015.9-14.616.9-12.1-13.6-4.8-4.8-5.83.12.62.60.637.239.1-94.698.9-33.6-35.1-7.2ACAMABBABDBN0.3430.2450.4120.3800.3170.2270.076A19.0-111.7111.7B23.9-2.031.822.738.2-32.6-27.2-19.5-6.514.0-16.319.1-12.10.80.60.9-2.7-2.2-1.6-0.546.623.3-88.995.5-41.5-21.1-9.0M11.7N-10.6(a)3168.377.69.248.041.798.794.87.237.039.634.933.898.493.87.337.837.834.134.193.898.47.337.837.834.134.194.698.97.239.137.233.635.188.995.59.023.346.641.521.111.7 10.6(b)圖16恒載作用下框架彎矩圖（單位：kNm）（a）框架的彎矩分配計算過程(b)橫向框架的彎矩圖32上柱下柱右梁左梁上柱下柱右梁KIKLLKLJK0.4540.5460.491L0.4100.0990.9-7.17.11.802.83.4-2.6-2.2-0.53.9-1.31.7-3.2-1.2-1.40.70.60.15.5-6.46.9-4.8-0.4IKIGIJJIJLJH0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070I3.6-28.528.5J6.507.87.89.4-7.7-6.4-6.4-1.51.43.9-3.84.7-1.1-3.2-0.5-0.5-0.6-0.1-0.1-0.108.711.2-23.525.4-7.6-9.7-1.5GIGEGHHGHJHF0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070G3.6-28.528.5H6.507.87.89.4-7.7-6.4-6.4-1.53.93.9-3.84.7-3.2-3.2-1.2-1.2-1.50.60.50.50.110.510.5-24.426.1-9.1-9.1-1.4EGECEFFEFHFD0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070E3.6-28.528.5F6.507.87.89.4-7.7-6.4-6.4-1.53.93.9-3.84.7-3.2-3.2-1.2-1.2-1.50.60.50.50.110.510.5-24.426.1-9.1-9.1-1.4CECACDDCDFDB0.3120.3120.3760.3500.2900.2900.070C3.6-28.528.5D6.507.87.89.4-7.7-6.4-6.4-1.53.94.3-3.84.7-3.2-3.5-1.2-1.2-1.50.60.50.50.110.510.9-24.426.1-9.1-9.4-1.4ACAMABBABDBN0.3430.2450.4120.3800.3170.2270.076A3.6-28.528.5B6.508.56.110.3-8.4-7.0-5.0-1.73.9-4.25.2-3.20.10.10.1-0.8-0.6-0.50.212.56.7-22.324.5-10.8-5.5-1.5M3.4N-2.8(a)336.46.90.45.54.825.423.51.511.28.77.69.726.124.41.410.510.59.19.122.426.11.410.510.59.19.124.426.11.410.910.59.19.422.324.51.56.712.510.85.53.4 2.8(b)圖17活載作用下框架彎矩圖（單位：kNm）（a）框架的彎矩分配計算過程(b)橫向框架的彎矩圖34二、 梁端剪力及柱軸力：梁端剪力按下式計算：V VqVmqlqVq。式中V——梁上豎向荷載產生的剪力，2Vm(M左M右）V。m——梁端彎矩產生的剪力，l柱軸力按下式計算：N V P式中 P——節(jié)點集中力和柱自重；其中，柱自重：1層=0.5×0.5×25×4.6×1.05=30.2 KN/根2～6層=0.5×0.5×25×3.3×1.05=21.7 KN/根V——梁端剪力。計算結果見表17及表18。恒載作用下梁端剪力及柱軸力如圖 18所示；活載作用下梁端剪力及柱軸力如圖 19所示。表17恒載作用下梁端剪力及柱軸力（單位：kN）層荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力次AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VAVBVBVCVAVBVBVCVAVBVBVCN頂NN頂N底底677.75.0-1.3076.479.05.0211.6233.3257.1278.8590.05.0-0.5089.590.55.0443.2464.9522.6544.3490.05.0-0.6089.490.65.0674.7696.4788.2809.9390.05.0-0.6089.490.65.0906.2927.91053.81075.5290.05.0-0.6089.490.65.01137.71159.41319.41341.1193.15.0-0.9092.294.05.01378.11408.31594.21624.43576.489.589.489.489.492.2

5.0211.6 257.179.05.0278.8233.3443.2522.690.55.0464.9544.3674.7788.290.65.0696.4809.9906.21053.890.65.0927.91075.51137.71319.490.65.01159.41341.11378.11594.294.01408.3 1624.47200 7200A B A B(a) (b)圖18 (a)恒載作用下梁端剪力圖 (b)恒載作用下柱軸力圖36表18活載作用下梁端剪力及柱軸力（單位：kN）層荷載引起剪力彎矩引起剪力總剪力柱軸力次AB跨BC跨AB跨BC跨AB跨BC跨A柱B柱VAVBVBVCVAVBVBVCVAVBVBVCN頂=N底N頂=N底65.90-0.105.86.0011.717.9523.80-0.3023.524.1059.085.6423.80-0.2023.624.00106.4153.2323.80-0.2023.624.00153.8220.8223.80-0.2023.624.00201.2288.4123.80-0.3023.524.10248.5356.15.86.023.5

11.7 17.924.123.624.023.624.0

59.0 85.6106.4 153.223.624.023.524.1

153.8 220.8201.2 288.4248.5 356.17200 7200A B A B(a)(b)圖19(a)活載作用下梁端剪力圖(b)活載作用下柱軸力圖37第七章 橫向框架內力組合第一節(jié) 結構抗震等級根據結構類型、地震烈度、房屋高度等因素，查現澆鋼筋混凝土結構抗震等級劃分表可知，本結構的抗震等級為三級。第二節(jié)框架梁內力組合本結構需要計算四種情況下的內力組合，即1.2SGK1.4SQK,1.35SGKSGK,1.2SGE1.3SGK,1.2SGK0.91.4(SGKSWK)。一般情況下，1.2SGK1.4SQK這種內力組合的結果比考慮地震作用組合的小，對結構設計不起控制作用，故不考慮。組合時，僅考慮了一、二、三、六層梁的內力組合，因為在 3～5層的梁中，豎向的恒載和活載作用下梁的內力基本相同，在水平荷載作用下，三層梁較四、五層梁大，因而為簡化計算，僅考慮了三層梁，4～5層梁的配筋同三層梁?？蚣芰旱膬攘M合結果見表21。在豎向荷載作用下，考慮框架梁端的塑性內力重分布，梁端彎矩需考慮彎矩調幅，因而表中SGK,SQK兩列中的彎矩值為乘以彎矩調幅系數0.8后的值，而剪力值仍采用調幅前的剪力值。一、在恒載和活載作用下，跨間最大正彎矩 Mmax可以近似取跨中的M代替，Mmax1ql2M左M右按下式計算：82式中：M左、M右——在恒載和活載分別作用下梁左、右端彎矩，見表21；q——恒載、活載分別作用在梁上的線荷載?？缰蠱max若小于1ql2應取Mmax＝1ql2。16 16現以一層為例，AB跨：38恒載：q恒=14.84+11.02=25.86kN/M ，查表21得：M左71.1kN/M,M右76.4kN/MMmax125.867.2271.176.493.8kN/M82125.867.2283.8kN/M16活載：q活=6.6kN/M ，查表21得：M左17.4kN/M,M右19.6kN/MMmax16.67.2217.419.624.3kN/M8216.67.2221.4kN/M16二、在豎向荷載與地震作用時，跨間最大正彎矩Mmax按下列方法計算，如圖20所示。左震MEAqMEBMGA l MGBRA RBBEAG

MMM

xBamGM MX圖20 框架梁的跨間最大彎矩組合圖39圖中：MGA、MGB——豎向荷載作用下梁端的彎矩；MEA、MEB——水平地震作用下梁端的彎矩；RA、RB——豎向荷載和水平地震荷載共同作用下梁端的反力；對于水平地震作用按左震和右震分別考慮， 根據梁端彎矩組合值及梁上荷載設計值，由平衡條件可先確定支座反力。①水平地震作用為左震時，對支點B取矩，可得支點A的反力為：Aql1GBMGAMEAMEB2l跨間最大彎矩出現在截面剪力為0處，則跨間最大彎矩距支座A的距離x,可按下式求解：xRAq當0xl時，跨間最大彎矩的計算式為MmaxAqx2MGAMEAqx2MGAMEARx22當xl或x0時，表示最大彎矩發(fā)生在支座處。當xl時，取xl按下式計算：MmaxRAxqx2MGAMEA2當x0時，取x0按下式計算：MmaxMGAMEA②水平地震作用為右震時，上面公式中MEA、MEB為號。對支點B取矩，可得支點A的反力為：Aql1GBMGAMEAEB2l跨間最大彎矩出現在截面剪力為0處，則跨間最大彎矩距支座A的距離x,可按下式求解：xRAq當0xl時，跨間最大彎矩的計算式為40qx2qx2MmaxRAxMGAMEA2MGAMEA2當xl或x0時，表示最大彎矩發(fā)生在支座處。當xl時，取xl按下式計算：Mmaxqx2RAxMGAMEA2當x0時，取x0按下式計算：MmaxMGAMEAxMmax的具體數值見表19及。表19豎向荷載與地震作用組合時跨間最大正彎矩Mmax項目1.2M恒0M.5活1.M3地震q1.2M恒LAx1Mmax層MGAMGBMEAMEB0.5M活R次(m)(kN)(m)(kNm)跨(kNm)(kNm)(kNm)(kNm)(kN/m)668.177.345.935.526.77.283.53.13108.6/106.1/3.97/96.4A399.0104.9215.9172.433.37.265.11.95180.2B/173.0/5.20/135.3跨2100.6105.4259.2199.433.37.255.51.67205.0/182.9/5.49/142.0194.0101.5304.7234.934.37.247.51.38243.4/197.4/5.76/170.369.09.028.228.25.02.4-17.5-3.519.2B/29.5/5.9/19.237.57.5137.5137.55.02.4-108.6-21.72130.0C/120.6/24.12/130.0跨27.57.5159.0159.05.02.4-126.5-25.3151.5/138.5/27.7/151.519.29.2187.3187.35.02.4-150.1-30.02178.1/162.1/32.42/178.1注：表中斜線前和斜線后的數值分別為左震和右震的計算數值。41三、在豎向荷載與風荷載組合時，求跨間最大正彎矩Mmax，其計算方法同豎向荷載與地震作用組合，計算結果見表20。表20豎向荷載與風荷載組合時跨間最大正彎矩Mmax項目1.2M恒1.26M活1.26M風q1.2M恒LRAx1Mmax層MGAMGBMGAMGB次1.26M活(m)(kN)(m)(kNm)跨(kNm)(kNm)(kNm)(kNm)(kN/m)671.981.54.83.728.07.298.33.51105.4/100.6/3.59/103.7A3112.6120.846.637.038.37.2125.13.27138.8B/148.4/3.87/127.6跨2115.4121.362.248.038.37.2121.83.18140.5/152.4/3.98/125.71107.2116.483.865.339.37.2119.53.04158.2/160.9/4.09/137.769.39.32.92.95.02.43.60.72-5.1/8.4/1.68/-5.1B38.38.329.529.55.02.4-18.6-3.7221.2C/30.6/6.12/21.2跨28.38.338.238.25.02.4-25.8-5.1629.9/37.8/7.56/29.9110.210.252.052.05.02.4-37.3-7.4641.8/49.3/9.86/41.8注：表中斜線前和斜線后的數值分別為左震和右震的計算數值。第三節(jié) 框架柱內力組合框架柱取每層柱頂和柱底兩個控制面，組合結果見表 22，表23，表24。注意，在進行梁柱內力組合時考慮到每層活荷載不總是同時布滿， 因而對樓面均布活載應進行折減，應按規(guī)范要求取用折減系數，本結構按規(guī)范不需要進行折減，因而未考慮。42表21 框架梁內力組合表SGKSQKSWKSEK1.2S1.35SGK1.2SGK0.9GK層截內1.4(SS)==次面力M×0.8QKWKM×0.81.4SQK1.0SQK→←AM-17.1-17.466.5234.4-109.7-113.4-23.5-191.0V92.223.516.457.7143.5148.0119.6160.9BM-76.4-19.651.8180.7119.1122.7181.6-51.11左V94.024.116.457.7146.5151.0163.8122.5層M-7.2-1.241.3144.1-10.3-10.941.9-62.2B右V5.0034.4120.16.06.7537.349.3A93.824.3146.6150.9158.2137.7跨B間B-4.21.2-6.7-6.941.841.8CAM-75.7-19.549.4199.4118.1-121.7-177.7-177.7V89.423.612.249.0140.3144.3152.4152.42BM-79.1-20.938.1153.4124.2127.7-73.2-73.2左V90.624.012.249.0142.3146.3123.6123.6層BM-5.8-1.130.3122.38.58.9-46.5-46.5右V5.0025.3101.96.06.837.937.9A84.522.6133.0136.7125.7125.7跨B間B-2.8-1.1-4.9-4.929.929.9C

1.2(SGK0.5SQK)Vvb(Mbl1.3SEKrMb)/lnVGb→←209.0（156.8）-400.5（-300.4）49.7（42.2）199.8（169.8）200.1（170.1）-388.4（-253.8）131.5（98.6）202.3（172.0）52.3（44.5）200.1（170.1）178.0（133.5）-196.7（-147.5）150.1（127.5）162.1（137.8）165.5（140.7）243.4170.3178.1 178.1156.7（117.5）-361.8（-271.4）57.7（49.0）185.1（157.3）183.9（156.3）-306.9（-230.2）92.0（69.0）196.8（158.8）59.4（50.5）183.9（156.3）151.4（113.6）-166.6（-125.0）-126.5（-107.5）138.5（117.7）157.4（133.8）205.0142.3151.5151.543層截內SGKSQK==次面力M*0.8M*0.8AM-75.0-17.9V89.423.63BM-78.7-20.9左V90.624.0層BM-5.8-1.1右V5.00A85.123.4跨B間B-2.9-1.1CAM-54.6-5.1V76.45.86BM-62.1-5.5左V79.06.0層BM-7.4-0.3右V5.00A81.55.4跨B間B-4.4-0.3C

表21框架梁內力組合表GK1.35SGK1.2SGK0.9SWKSEK1.2SQKWK1.4SQK1.4(SS)1.0SQK→←37.0166.1-115.1-119.2-65.9-159.29.241.5140.3144.3125.4148.629.4132.6123.7127.1-157.8-83.79.241.5142.3146.3150.6127.423.4105.8-8.5-8.921.1-37.819.588.26.06.8-18.630.6134.9138.3138.8127.6-5.0-5.021.221.23.835.3-72.7-78.8-67.2-76.70.98.799.8108.997.9100.12.927.382.289.3-85.1-77.80.98.7103.2112.7103.5101.22.321.7-9.3-10.3-6.36-12.21.918.16.06.83.68.4105.4115.4105.4103.7-5.76.2-5.1-5.1

1.2(SGK0.5SQK)Vvb(Mbl1.3SEKrMb)/lnVGb→←115.2（86.4）-316.7（-237.5）67.5（57.4）175.4（149.1）176.2（149.8）-279.4（-209.6）65.4（49.1）177.1（150.5）69.2（58.8）176.2（149.8）129.9（97.4）-145.2（-108.9）-108.7（-92.4）120.7（102.6）137.8（117.1）180.2135.3130.0 130.0-22.7（-17.0）-114.5（-85.9）83.9（71.3）106.5（90.5）106.1（90.2）-113.3（-85.0）-42.3（-31.7）109.7（93.2）87.1（74.0）106.1（90.2）19.2（14.4）-37.3（-28.0）-17.5（-14.9）29.5（25.1）39.3（33.4）108.696.419.219.2注：表中MAB和MBC分別為AB跨和BC跨的跨間最大正彎矩。M以下部受拉為正，單位為kNm；V向上為正，單位為kN。括號內的數值為乘以RE后的數值。44表21（框架梁內力組合表）中，框架梁的斜截面受剪承載力V的具體計算方法如下：Vvb(MblMbr)/lnVGb式中vb——梁端剪力增大系數，三級取1.1；Mbl、Mbr——分別為梁左右端截面按逆時針或順時針方向組合的彎矩設計值。ln——梁的凈跨；VGb——梁的重力荷載代表值作用下，按簡支梁分析的梁端截面剪力設計值，VGB=1.2（q恒+0.5q活）一層AB跨： 左震順時針：

ln2ln7.20.556.65(m)Vbl49.7(kN)Vbr202.3(kN)Mbl20949.7(0.550.5)223.9(kNm)2Mbr338.4202.30.55282.8(kNm)2MblMbr223.9282.8506.7(kNm)右震逆時針：ln7.20.556.65(m)Vl199.8(kN)bVbr52.3(kN)Mbl400.5199.8(0.550.5)340.6(kNm)0.552Mbr131.552.3145.9(kNm)2MblMbr340.6145.9486.5(kNm)lr計算（Mb+Mb）時取順時針或逆時針方向中的較大值。lrmaxm)?。∕b+Mb）=650.7(kNVGB=1.2（q恒+0.5q活）ln21.2(25.866.650.56.6)116.3(kN)506.72V1.1116.3200.1(kN)6.6545一層BC跨： 左震順時針：ln 2.4 0.55 1.85(m)lVb 150.1(kN)Vbr 150.1(kN)Mbl178.0150.10.55136.7(kNm)2MbrMbl136.7(kNm)MblMbr136.72273.4(kNm)右震逆時針：lnVblVbrMblMbrMbl

2.4 0.55 1.85(m)162.1(kN)162.1(kN)0.55196.7 162.1 152.1(kNm)2Mbl152.1(kNm)Mbr152.12304.2(kNm)l r計算（M+M）時取順時針或逆時針方向中的較大值。b b取（Mlb+Mrb）max=304.2(kN m)lnVGB=1.2（q恒+0.5q活）1.2(4.130)1.854.6(kN)2V1.1304.2165.5(kN)4.61.8546二層AB跨： 左震順時針：ln7.20.556.65(m)Vbl57.7(kN)Vr186.8(kN)bMbl156.757.7(0.550.5)174.0(kNm)2Mbr306.9186.80.55255.5(kNm)2MblMbr174.0255.5429.5(kNm)右震逆時針：ln7.20.556.65(m)Vbl185.1(kN)Vr59.4(kN)bMbl361.8185.1(0.550.5)306.3(kNm)2Mbr9259.40.55108.3(kNm)2MblMbr306.3108.3414.6(kNm)計算lr時取順時針或逆時針方向中的較大值。（Mb+Mb）取（Mlb+Mrb）max=429.5(kN m)VGB=1.2（q恒+0.5q活）

ln26.651.2(24.99 0.5 6.6) 112.9(kN)21.1429.