荷载内力计算汇总

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水平荷载作用下的内力计算

水平荷载作用下的内力计算
- 反弯点法：柱子的抗侧移刚度可以通过柱顶产生单位水平位移在柱顶所施加的水平力计算得出。

柱子的线刚度越大，柱子的抗侧移刚度越好，抵抗水平荷载的能力也就越强。

- 平面协同分析模型：通过对交错桁架结构在水平荷载作用下受力特点的分析，把结构中的楼板等效为与横向框架铰接的刚性链杆，建立了构件内力、层间侧移和楼层侧移计算的平面协同分析模型。

在进行水平荷载作用下的内力计算时，需要根据实际情况选择合适的计算方法，并对计算结果进行详细的分析和验证。

如果你需要更详细的计算方法或有其他相关问题，请提供更多信息继续向我提问。

(整理)风荷载作用下框架内力计算

风荷载作用下框架内力计算：框架在风荷载作用下的内力计算采用D 值法。

计算时首先将框架各楼层的层间总剪力Vj ，按各柱的侧移刚度值（D 值）在该层总侧移刚度所占比例分配到各柱，即可求得第j 层第i 柱的层间剪力Vij ；根据求得的各柱层间剪力Vij 和修正后的反弯点位置Y ，即可确定柱端弯矩Mc 上和Mc 下；由节点平衡条件，梁端弯矩之和等于柱端弯矩之和，将节点左右梁端弯矩之和按线刚度比例分配，可求出各梁端弯矩；进而由梁的平衡条件求出梁端剪力；最后，第j 层第i 柱的轴力即为其上各层节点左右梁端剪力代数和。

（1）一榀框架上风荷载的作用计算：前面已经算出风荷载作用下的一榀框架下每层楼的剪力，但是还要计算出一品框架下每根柱子分得的剪力Vi DijDijVij sj ∑==1,具体的计算结果见下表:（2）风荷载作用下反弯点高度的计算:反弯点高度比即: V=V0+V1+V2+V3式中:V0 ——标准层反弯点高度比；注：本框架风荷载采用分段式均布荷载，故可查《高层建筑结构设计》表5.8a。

V1 ——因上、下层梁刚度比变化的修正值，查《高层建筑结构设计》表5.9；V2 ——因上层层高变化的修正值，查《高层建筑结构设计》表5.10；V3 ——因下层层高变化的修正值，查《高层建筑结构设计》表5.10。

具体计算结果见下表：（3）计算各柱端、梁端弯矩:①柱端弯矩计算：柱上下端弯矩按式：M u = V (1 - y)h，M d = Vyh计算；②梁端弯矩计算：梁端弯矩按式M = i b / ∑ i b ⨯ (M u + M d )具体结果如下：（4）计算各梁端剪力:计算方法：以梁为隔离体根据力矩平衡可得到梁端剪力。

具体计算结果如下表：注：单位为KN（5）计算各柱轴力:计算方法：已知梁的剪力，由上到下利用节点的竖向力平衡条件，即可得到柱的轴力，计算方法同恒。

（6）风荷载作用下的内力图绘制:风载作用下的梁端、柱端弯矩，梁端柱端剪力，柱的轴力计算完毕，恒载作用下的标准值如下几图所示：手算风荷载作用下柱端弯矩图手算风荷载作用下两端弯矩图与电算内力图的比较：电算风荷载作用下柱端弯矩图电算风荷载作用下两端弯矩图误差分析：风荷载作用下梁柱剪力图的绘制与误差分析：手算风荷载作用下的梁柱剪力图电算风荷载作用下的梁柱剪力图误差分析：风荷载作用下柱轴力图的绘制与误差分析：手算风荷载作用下的柱轴力图电算风荷载作用下的柱轴力图误差分析：水平地震作用下框架内力计算：框架在水平地震荷载作用下的内力计算采用D值法。

活荷载内力计算(屋面布雪荷载)

五活荷载内力计算（屋面布雪荷载）（一）活荷载计算1．屋面框架梁线荷载标准值 q 5AB =0.65×3.9=2.54kN/m q 5BC =0.65×3.0=1.95kN/m2．楼面框架梁线荷载标准值 q AB =2.0×3.9=7.8kN/m q BC =2.5×3.0=7.5kN/m3．屋面框架节点集中荷载标准值边节点：纵向框架梁传来的雪荷载 3.92×0.65/2=4.94kN次梁传来的雪荷载 (1-2×0.272+0.273)×0.65×3.9×7.2/2=7.98kN 则Q 5A =12.92kN 中节点：纵向框架梁传来的雪荷载 4.94+(1-2×0.192+0.193)×0.65×7.8×3/2=12.05kN 则Q 5B =12.05+7.98=20.03kN4．楼面框架节点集中荷载标准值边节点：纵向框架梁传来的活荷载 3.92×2.0/2=15.21kN次梁传来的活荷载 (1-2×0.272+0.273)×2.0×3.9×7.2/2=24.54kN 则Q A =39.75kN 中节点：纵向框架梁传来的雪荷载 15.21+(1-2×0.192+0.193)×2.0×7.8×3/2=42.55kN 则Q 5B =42.55+24.54=67.09kN（二）活荷载作用下内力计算 1．计算简图见下页2．荷载等效27.02.729.31=⨯=α计算简图顶层边跨 m /22kN .254.2)27.027.021('q 325=⨯+⨯-=边顶层中跨 m /22kN .195.185'q 5=⨯=中中间层边跨 m /82kN .68.7)27.027.021('q 325=⨯+⨯-=边中间层中跨 m /69kN .45.785'q 5=⨯=中荷载等效后的计算简图如下：Q D5D3．固端弯矩计算顶层边跨 m 59kN .92.72.22121M 25AB ⋅=⨯⨯=顶层中跨 m 92kN .05.122.131M 25BC ⋅=⨯⨯=中间层边跨 m 46kN .292.782.6121M 2AB ⋅=⨯⨯=中间层中跨 m 52kN .35.169.431M 25BC ⋅=⨯⨯=4．分层计算弯矩 1）顶层内力计算过程如下（单位：kN ∙m ）1-4 1-2 2-1 2-5 2-3 0.431 0.569 0.442 0.335 0.223 -9.59 9.59 -0.92 4.13 5.46 → 2.73 -2.52 ← -5.04 -3.82 -2.54 1.09 1.43 → 0.72 -0.32 -0.24 -0.16 5.22 -5.227.68-4.06-3.62M 图如下（单位：kN ∙m ）2）中间层(5)(4) 4.06(3)(2)(1)1.355.225.221.747.683.62内力计算过程见下页（单位：kN ∙m ）3-6 3-1 3-4 4-3 4-2 4-7 4-5 0.301 0.301 0.398 0.331 0.251 0.251 0.167 -29.46 29.46 -3.52 8.87 8.87 11.72 → 5.86 -5.27 ← -10.53 -7.98 -7.98 -5.31 1.58 1.58 2.11 → 1.06 -0.35 -0.27 -0.27 -0.17 10.45 10.45-20.9025.5-8.25-8.25-9M 图如下（单位：kN ∙m ）3）底层内力计算过程如下（单位：kN ∙m ）3-6 3-1 3-4 4-3 4-2 4-7 4-5 0.32 0.307 0.373 0.328 0.248 0.259 0.165 -29.46 29.46 -3.52 9.43 9.04 10.99 → 5.50 -5.16 ← -10.31 -7.80 -8.14 -5.19 1.65 1.58 1.93 → 0.97 -0.32 -0.24 -0.25 -0.16 11.0810.62-21.7025.3-8.04-8.39-8.87(6)(7)(5)(4)(3)(2)(1)2.7510.4520.93.4810.452.759.025.58.253.488.25M 图如下（单位：kN ∙m ）5．不平衡弯矩分配计算过程如下（单位：kN ∙m ），方框内为原不平衡弯矩1.224.208.0421.703.54(7)(6)(5)(4)(3)(2)(1)11.0810.625.548.3925.308.872.68不平衡弯矩调整之后即可得出活荷载作用下框架弯矩图，如下（单位：kN ∙m ，括号内为调幅后的弯矩值）M 图（单位：kN ∙m ）6．跨中弯矩计算m 19kN .6290.850.72.722.281M 25AB ⋅=+-⨯⨯=m 55kN .101.30.395.1121M 25BC ⋅-=-⨯⨯=m 19.27kN 92.2419.49286.2698.222.782.681M 24AB ⋅=-=+-⨯⨯=m 2.69kN 32.863.532.80.35.7121M 24BC ⋅-=-=-⨯⨯=m 69kN .18232.2768.2319.44M 3AB ⋅=+-=m 45kN .28.0863.5M 3BC ⋅-=-=7.507.5022.9812.3610.6223.6811.8411.8423.7011.8811.8223.009.9713.0331.088.9026.8627.3227.3026.208.579.629.6410.119.629.975.899.577.686.1921.2020.5620.5620.55(7.43)(25.44)(24.67)(24.67)(24.66)(2.56)(7.07)(6.87)(6.88)(7.15)1.55(1.40)(2.66)2.96(2.43)2.70(2.44)2.71(2.75)3.06(7.57)(22.83)(23.22)(23.21)(22.27)(6.38)(19.53)(20.13)(20.15)(19.55)4.203.018.328.088.098.41m 69kN .18227.323.719.44M 2AB ⋅=+-= m 2.46kN 8.0963.5M 2BC ⋅-=-=m 19.59kN 226.22319.44M 1AB ⋅=+-= m 78kN .241.863.5M 1BC ⋅-=-=因为楼面活载是按满布计算的，故跨中弯矩应乘以1.1进行放大。

框架结构竖向荷载作用下的内力计算

框架结构竖向荷载作用下的内力计算框架结构是由梁柱等构件组成的，在受到竖向荷载作用下，会引起构件内力的产生。

了解框架结构竖向荷载作用下的内力计算对于结构的设计和分析非常重要。

下面将详细介绍框架结构竖向荷载作用下的内力计算方法。

首先，通过建立结构模型来描述框架结构。

结构模型中包括构件、节点和连接关系。

构件可以是梁或柱，节点是构件之间的连接点，连接关系表示构件之间的刚性约束。

在竖向荷载作用下，框架结构的内力主要有两种情况：梁内力和柱内力。

1.梁内力计算：在竖向荷载作用下，梁会产生弯矩和剪力。

根据梁的基本理论，可以得出计算弯矩和剪力的公式。

-弯矩计算：弯矩是由竖向荷载作用在梁上引起的。

根据弯矩的定义，弯矩M等于施加在梁上的力乘以力臂。

当梁需要承受重力荷载时，弯矩的计算公式为M=w*l^2/8，其中w为荷载大小，l为梁的跨度。

-剪力计算：剪力是由竖向荷载作用在梁上引起的。

根据剪力的定义，剪力V等于施加在梁上的力。

当梁需要承受重力荷载时，剪力的计算公式为V=w*l/2，其中w为荷载大小，l为梁的跨度。

2.柱内力计算：在竖向荷载作用下，柱会产生压力和拉力。

根据柱的基本理论，可以得出计算压力和拉力的公式。

-压力计算：压力是由竖向荷载作用在柱上引起的。

根据力学平衡原理，压力P等于施加在柱上的荷载之和。

当柱需要承受多个重力荷载时，压力的计算公式为P=∑w，其中w为荷载大小。

-拉力计算：拉力是由竖向荷载作用在柱上引起的。

和压力类似，拉力T等于施加在柱上的荷载之和。

在实际计算过程中，需要考虑梁和柱的截面形状和材料性质，以及节点和连接部位的刚性约束等因素。

同时，还需要考虑结构的整体平衡条件和节点处的力的平衡条件。

在计算过程中，可以使用静力平衡原理和弹性力学理论来进行分析。

通过平衡方程和应变-位移关系等基本原理，可以建立结构方程组，并通过求解方程组得到内力的值。

总结起来，框架结构竖向荷载作用下的内力计算是一个复杂的过程，需要考虑多个因素和使用多种方法。

(整理)10竖向荷载作用下内力计算.

第六章竖向荷载作用下横向框架结构的内力计算6.1 计算单元取H轴线横向框架进行计算，计算单元宽度为6m，荷载传递方式如图中阴影部分所示。

“荷载时以构件的刚度来分配的”，刚度大的分配的多些，因此板上的竖向荷载总是以最短距离传递到支撑上的。

于是就可理解到当双向板承受竖向荷载是，直角相交的相邻支撑梁总是按45°线来划分负荷范围的，故沿短跨方向的支撑承受梁承受板面传来的三角形分布荷载；沿长跨方向的支撑梁承受板传来的梯形分布荷载，见图5.1:精品文档精品文档6.2 荷载计算6.2.1 恒载计算图5.2 各层梁上作用的荷载在图5,2中，1q 、1q '代表横梁自重，为均布荷载形式，1、对于第五层，m kN q 0764.41= m kN q 2.2'1=2q 为梯形荷载，2q '为三角形荷载。

由图示几何关系可得， m kN q 18.30603.52=⨯=m kN q 07.124.203.5'2=⨯=节点集中荷载1P ：边纵梁传来：(a) 屋面自重: 5.03⨯6⨯3＝90.54kN (b) 边纵梁自重： 4.0764⨯6＝24.45kN女儿墙自重： 4.320⨯6=25.93kN 次梁传递重量： 2.2⨯6=13.2kN 上半柱重: 6.794⨯1.5=10.191kN 墙重以及窗户：0.24⨯6⨯2.4⨯18-1.5⨯1.8⨯18⨯2⨯0.24+0.4⨯1.5⨯ 1.8⨯0.24⨯2)⨯0.5=25.53kN 合计： 1P ＝189.84kN 节点集中荷载2P ：精品文档屋面自重： 5.03⨯6⨯（3+1.2）＝126.76kN 中纵梁自重： 24.45kN次梁传递重量： 2.2⨯（3+1.2）⨯2=18.48kN 上半柱重： 10.19kN 墙重以及门重：（0.24⨯6⨯2.4⨯11.8-0.9⨯2.1⨯11.8⨯2⨯0.24+ 0.2⨯0.9⨯2.1⨯0.24⨯2)⨯0.5=15.13kN合计： 2P ＝ 195.01kN 2、对于1～4层，计算的方法基本与第五层相同，计算过程如下：m kN q 0764.41= m kN q 2.2'1=m kN q 98.22683.32=⨯= m kN q 192.94.283.3'2=⨯= 节点集中荷载1P ：屋面自重： 68.94kN 纵梁自重： 24.45kN 墙重以及窗户： 25.53kN次梁传递重量： 13.2kN 下半柱重： 10.19kN 合计： kN P 31.1421= 节点集中荷载2P ：纵梁自重： 24.45kN 内墙以及门自重： 15.13kN 楼面自重： 96.52kN次梁传递重量： 18.48kN精品文档合计： kN P 58.1542=6.2.2 活荷载计算活荷载作用下各层框架梁上的荷载分布如图5.3：图5.3各层梁上作用的活载1、对于第五层，m kN q 365.02=⨯= m kN q 2.14.25.0,2=⨯= 节点集中荷载1P ：屋面活载: 95.063=⨯⨯kN合计： kN P 91=节点集中荷载2P ：屋面活载：0.5⨯（3+1.2）⨯6＝12.6kN合计： kN P 6.122=2、对于1～4层，m kN q 1260.22=⨯= m kN q 0.64.25.2'2=⨯= 节点集中荷载1P ：楼面活载： 36263=⨯⨯kN精品文档合计： kN P 361= 中节点集中荷载2P ：楼面以及走道活载： 2⨯6⨯3+1.2⨯6⨯2.5=54kN合计： kN P 542=6.2.3 屋面雪荷载计算同理，在屋面雪荷载作用下m kN q 7.2645.02=⨯= m kN q 08.14.245.0'2=⨯= 节点集中荷载1P ：屋面雪载： 0．45⨯（3⨯6）＝8.1kN合计： kN P 1.81= 中节点集中荷载2P ：屋面雪载： 0.45⨯（3+1.2）⨯6＝11.34kN合计： kN P 34.112=6.3 内力计算6.3.1 计算分配系数按照弹性理论设计计算梁的支座弯矩时，可按支座弯矩等效的原则。

汽车荷载内力计算-完整版

1

7.77kN
N 7.770.72191 5.61kN
Q 7.77 0.69198 5.38kN
剪力及相应的轴力：四车道内力（大于两车道内力）：
Q 4 0.67 (154.81 5.38) 400.47kN
N 4 0.67 (578.94 - 5.61) 1536.52kN
Q 2.65 0.69198 1.83kN
剪力及相应的轴力：四车道内力（大于两车道内力）：
Q 4 0.67 (191.62 1.83) 518.45kN
N 4 0.67 (432.13-1.91) 1152.99kN
ys H
y
(2) 弹压内力计算：
x
H

H1
1
1

3.36kN
M 3.360.864 2.9kN m
N 3.360.94042 3.16kN
(3) 最大正弯矩时总内力：四车道内力（大于两车道内力）：
M 4 0.67 (611.17 2.9) 1645.71kN m
N 0.46377l 16.521
影响线峰值：
弯矩： 0.02936l 1.046 位于18’#截面
相应 H1 ： 0.20709l / f 1.035（ P241 ）相应 N ： 1.08311（ P702 ）Biblioteka 247.57.88
+ -
+
Mmin 7.88(13.083) 247.5(1.046) 361.98kN m

d 2
(1

cos
j
)

7.125m
l l0 d sin j 35.623m

门式刚架荷载计算及内力组合

（一）荷载分析及受力简图：1、永久荷载永久荷载包括结构构件的自重和悬挂在结构上的非结构构件的重力荷载，如屋面、檩条、支撑、吊顶、墙面构件和刚架自重等。

恒载标准值（对水平投影面）：板及保温层㎡檩条㎡悬挂设备㎡㎡换算为线荷载：7.50.5 3.75 3.8/=⨯=≈q KN m2、可变荷载标准值门式刚架结构设计的主要依据为《钢结构设计规范》（GB50017-2003）和《冷弯薄壁型钢结构技术规范》（GB50018-2002）。

对于屋面结构，《钢结构设计规范》m，但构件的荷载面积大于602m的可乘折减系数，门式刚架符合规定活荷载为2m。

由荷载规范查得，大连地区雪荷载标准值为㎡。

此条件，故活荷载标准值取2屋面活荷载取为㎡雪荷载为㎡取二者较大值㎡换算为线荷载：7.50.43/q KN m =⨯=3、风荷载标准值：0k z s z ωβμμω=（1）基本风压值 20kN/m 6825.065.005.1=⨯=ω（2）高度Z 处的风振系数z β 取（门式刚架高度没有超过30m ，高宽比不大于，不考虑风振系数）（3）风压高度变化系数z μ由地面粗糙度类别为B 类，查表得：h=10m ，z μ＝；h=15m ，z μ＝内插：低跨刚架，h=10.5m ，z μ＝ 1.14 1.111.00(10.510)1510-+⨯--＝；高跨刚架，h=15.7m ，z μ＝ 1.25 1.141.14(15.715)2015-+⨯--＝。

（4）风荷载体型系数s μ-0.5-0.6-0.4-0.4-0.5-0.5-0.2+0.8μsμs1其中，s μ＝0.2010.24.760.032301230arctg -⨯=⨯=+ 1s μ＝12 1.00.6(1)0.6(12)0.36915.710.5h h ⨯-=⨯-=+-各部分风荷载标准值计算： w 1k =0z s z βμμω＝××××= kN/m w 2k =0z s z βμμω＝××××=m w 3k =0z s z βμμω＝××（）××=m w 4k = 0z s z βμμω＝××××= kN/m w 5k = 0z s z βμμω＝××（）××= kN/mw 6k = w 7k ＝w 8k ＝0z s z βμμω＝××（）××= kN/m w 9k = w 10k ＝0z s z βμμω＝××（）××0. 6825= kN/m 用PKPM 计算门式刚架风荷载结果如下：其中，'1k ω＝m ≈1k ω= kN/m ；'2kω＝m ≈2k ω= kN/m ； '3k ω＝m ≈1k ω= kN/m ；'4kω＝m ≈2k ω= kN/m ； '5k ω＝m ≈1k ω=m ；'6kω＝m ≈6k ω=m ； '7kω＝m ≈7k ω=m ；'8k ω＝m ＝8k ω； '9k ω＝m ≈9k ω=m ；'10kω＝m ≈10k ω=m 。

第七章风荷载作用下的内力和位移计算

第七章风荷载作⽤下的内⼒和位移计算第7章风荷载作⽤下的内⼒和位移计算由设计任务资料知，该建筑为五层钢筋混凝⼟框架结构体系，室内外⾼差为0.45m 基本风压20m /4.0KN =ω，地⾯粗糙度为C 类，结构总⾼度19.8+0.45=20.25m （基础顶⾯⾄室内地⾯1m ）。

计算主要承重结构时，垂直于建筑物表⾯上的风荷载标准值，应按下式计算，即oz s z k w w µµβ=1、因结构⾼度H=20.25m<30m,⾼宽⽐20.25÷18.2=1.11＜1.5,故可取0.1z =β；2、s µ为风荷载体型系数，本设计按《建筑结构荷载规范》（GB50009--2012）中规定，迎风⾯取0.8，背风⾯取0.5，合计sµ=1.3。

3、z µ为风压⾼度变化系数，本设计的地⾯粗糙度类别为C 类，按下表选取风压⾼度变化系数。

7.1 横向框架在风荷载作⽤下的计算简图6轴线框架的负荷宽度B=（6.6+6.6）/2=6.6m。

各层楼⾯处集中风荷载标准值计算如表7.1：表7.1根据表7.1，画出6轴框架在风荷载作⽤下的计算简图，如图7.2所⽰：图7.2框架在风荷载作⽤下的计算简图7.2 位移计算7.2.1框架梁柱线刚度计算考虑现浇楼板对梁刚度的加强作⽤，故对6轴线框架（中框架梁）的惯性矩乘以2.0，框架梁的线刚度计算：跨度为7.3m 的梁（b ×h=250mm ×600mm ）：)(109126.0250.0212bh 24333m I -?=??=?=m KN L I E c b /105.33.7109108.2i 437b ?===-跨度为3.3m 的梁 (b ×h=200mm ×400mm ）：）（43-33m 101.2124.02.0212bh 2?=??=?=Im KN L I E c b /109.13.31013.2108.2i 437b ?===-7.2.1.1 框架柱的线刚度 1、底层柱： A 、D 轴柱：)(1021.512500500433c m I -?=?=m KN h I E c c c /100.32.51021.5100.3i 437?===-B 、C 轴柱：)(1021.512500500433c m I -?=?=m KN h I E c c c /100.32.51021.5100.3i 437?===-2、上层柱： A 、D 轴柱：)(1021.512500500433c m I -?=?=m KN h I E c c c /100.49.31021.5100.3i 437?===-B 、C 轴柱：)(1021.512500500433c m I -?=?=m KN h I E c c c /100.49.31021.5100.3i 437?===-7.2.1.2 侧移刚度D 计算框架柱刚度修正系数a 计算公式见表7.3: 表7.3表7.4 各层柱侧向刚度计算风荷载作⽤下框架的层间侧移可按下式计算，即有：∑= ijjj DV u式中jV ------第j 层的总剪⼒标准；D--------第j 层所有柱的抗侧刚度之和；ju ?--------第j 层的层间侧移。

第六章-竖向荷载作用下的内力计算

第六章竖向荷载作用下内力计算6.1 框架结构的荷载计算6.1.1.板传荷载计算计算单元见下图所示：因为楼板为整体现浇，本板选用双向板，可沿四角点沿45°线将区格分为小块，每个板上的荷载传给与之相邻的梁，板传图6-1框架结构计算单元一.B～C,(D～E)轴间框架梁：屋面板传荷载：恒载：222⨯⨯+⨯N/m6.09K N/m 1.5m[1-2(1.5/6)(1.5/6)]2=17.128K 活载：222⨯⨯⨯+⨯2.0K N/m 1.5m[1-2(1.5/6)(1.5/6)]2=5.625K N/m楼面板传荷载：恒载：222⨯⨯⨯+⨯N/m3.83K N/m 1.5m[1-2(1.5/6)(1.5/6)]2=10.772K 活载：222⨯⨯⨯+⨯m2.0K N/m 1.5m[1-2(1.5/6)(1.5/6)]2=5.625K N/梁自重：3.95K N /mB ～C , (D ～E )轴间框架梁均布荷载为：屋面梁：恒载＝梁自重＋板传荷载＝17.128 K N /m +3.95 K N /m =21.103 K N /m活载＝板传荷载＝5.625 K N /m楼面板传荷载：恒载＝梁自重＋板传荷载＝3.95 K N /m +10.772 K N /m =14.747 K N /m活载＝板传荷载＝5.625 K N /m图6-2 框架结构计算单元等效荷载二. C ～D 轴间框架梁：屋面板传荷载：恒载：26.09K N /m 1.2m 5/82=9.135K N /m ⨯⨯⨯ 活载：22.0K N /m 1.5m 5/82=3K N /m⨯⨯⨯ 楼面板传荷载：恒载：23.83K N /m 1.25/82=5.745K N /m⨯⨯⨯ 活载：22.0K N /m 1.2m 5/82=3.75K N /m ⨯⨯⨯ 梁自重：3.95K N /mC ～D 轴间框架梁均布荷载为：屋面梁：恒载＝梁自重＋板传荷载＝2.349 K N /m +9.135 K N /m =11.484 K N /m活载＝板传荷载＝3 K N /m楼面板传荷载：恒载＝梁自重＋板传荷载＝2.349 K N /m +5.745K N /m =8.09K N /m活载＝板传荷载＝3.75 K N /m三.B 轴柱纵向集中荷载计算：顶层柱：女儿墙自重：（做法：墙高900㎜,100㎜的混凝土压顶）330.240.918/25/0.10.24m m kn m KN m m m ⨯⨯+⨯⨯+()1.220.240.5 5.806/m m m KN m ⨯+⨯=顶层柱恒载＝女儿墙＋梁自重＋板传荷载＝5.806/6 3.975/(60.6)KN m KN m m m ⨯+⨯-⨯()()2212 1.5/6 1.5/66/42 6.09/ 1.55/832123.247KN m m KN ⎡⎤-⨯+⨯⨯+⨯⨯⨯⨯=⎣⎦顶层柱活载＝板传荷载＝()()222.0/ 1.512 1.5/6 1.5/66/42KN m m ⎡⎤⨯⨯-⨯+⨯⨯+⎣⎦2.0/ 1.55/83219.688KN m m KN ⨯⨯⨯⨯=标准层柱恒载＝墙自重＋梁自重＋板荷载=7.794/(60.6) 3.975/(60.6) 3.83/ 1.55/832KN m KN m KN m m ⨯-+⨯-+⨯⨯⨯⨯ (2.332311.52)61/42 2.3325/61/42KN m ++⨯⨯⨯+⨯⨯⨯+()()223.83 1.512 1.5/6 1.5/66/42124.172m m KN ⎡⎤⨯⨯-⨯+⨯⨯=⎣⎦标准层柱活载＝板传荷载＝()()222.0 1.512 1.5/6 1.5/63 2.0 1.55/83219.688m m m m KN ⎡⎤⨯⨯-⨯+⨯+⨯⨯⨯⨯=⎣⎦基础顶面荷载＝底层外纵墙自重＋基础自重＝9.738/(60.6) 2.5/(60.6)16.085KN m m m KN m m m KN ⨯-+⨯-=四.C 柱纵向集中力计算：顶层柱荷载＝梁自重＋板传梁荷载＝3.975/(90.9) 2.349/(1.20.3) 6.09/ 1.55/832KN m m KN m m KN m m ⨯-+⨯-+⨯⨯⨯⨯6.09/ 1.25/8 1.22(2.3323/11.52/)61/42KN m m KN m KN m m +⨯⨯⨯⨯++⨯⨯⨯ 154.318KN =顶层柱活载=板传荷载＝()()222.0 1.512 1.5/6 1.5/63m m ⎡⎤⨯⨯-⨯+⨯+⎣⎦()()222.0 1.212 1.2/6 1.2/63 2.0 1.2m m m m ⎡⎤⨯⨯-⨯+⨯+⨯⎣⎦5/8 1.22 2.0 1.55/83239.272m m KN ⨯⨯⨯+⨯⨯⨯⨯=标准柱恒载=墙＋梁自重＋板传荷载＝11.52/(30.6)15.12/(30.6)15.12/(30.6)KN m m KN m m KN m m ⨯-+⨯-+⨯-+2.349/(1.20.3)3.975/(60.6) 6.09/ 1.55/832KN m m KN m m KN m m ⨯-+⨯-+⨯⨯⨯⨯+26.09/61/21/2 2.67/ 2.4/26 3.83/36200.173KN m m KN m m KN m m m KN ⨯⨯⨯+⨯⨯+⨯⨯=标准层活载＝板传荷载＝222.0/36 2.5/ 1.2654KN m m m KN m m m KN ⨯⨯+⨯⨯=基础顶面恒载=底层外纵墙自重＋基础自重9.738/(60.6) 2.5/(60.6)66.085KN m m m KN m m m KN ⨯-+⨯-=（3）.框架柱自重：柱自重：底层：1.2×0.6m ×0.6m ×253/KN m ×4.55m =49.14K N其余柱：1.2×0.6m ×0.6m ×253/K N m ×3.6m =38.88K N6.2恒荷载作用下框架的内力6.2.1.恒荷载作用下框架的弯矩计算一.恒荷载作用下框架可按下面公式求得：21/12ab M ql =- (61)- 21/12ba M ql = (62)- 故：2771/1221.03663.09.B C M KN m =-⨯⨯=-7763.09.C B M KN m =2771/1211.4846 5.512.C D M KN m =-⨯⨯=-77 5.512.C D M KN m =2661/1214.747644.241.B C M KN m =-⨯⨯=-6644.241.C B M KN m =2661/128.096 3.883.C D M KN m =-⨯⨯=-66 3.883.D C M KN m =恒荷载作用下框架的受荷简图如图6-3所示:图6-3竖向受荷总图：注：1.图中各值的单位为K N2.图中数值均为标准值3.图中括号数值为活荷载图6-4：恒载作用下的受荷简图(2).根据梁，柱相对线刚度，算出各节点的弯矩分配系数ij μ:/()ij c b i i i μ=∑+∑ (63)-分配系数如图6－5 , 图6－6所示：图6-5 B 柱弯矩各层分配系数简图B 柱：底层：0.801/(0.8010.609 1.0i ++=下柱＝ 1.0/(0.8010.609 1.0)0.415i ++=上柱＝0.609/(0.8010.609 1.0)0.253i ++=左梁＝标准层： 1.0/(0.609 1.0 1.0)i ++=上柱＝ 1.0/(0.609 1.0 1.0)0.383i ++=下柱＝0.609/(0.609 1.0 1.0)0.234i ++=左梁＝顶层： 1.0/(0.609 1.0)0.6i +=下柱＝ 0.609/(0.609 1.0)0.622i +=左梁＝图6－6 C 柱弯矩各层分配系数简图C 柱： 0.609/(0.609 1.00.2110.801)0i +++=右梁＝ 1.0/(0.609 1.00.2110.801)0.382i +++=上柱＝ 0.801/(0.609 1.00.2110.801)0i +++=下柱＝0.211/(0.609 1.00.2110.801)0.081i +++=左梁＝标准层： 1.0/(0.609 1.00.2110.8i +++=下柱＝ 1.0/(0.609 1.00.2110.801)0.355i +++=上柱＝0.609/(0.609 1.00.2110.801)0.216i +++=右梁＝0.211/(0.609 1.00.2110.801)0.074i +++=左梁＝顶层： 1.0/(0.609 1.00.211)0.i ++=下柱＝ 0.211/(0.609 1.00.211)0.116i ++=左梁＝0.609/(0.609 1.00.211)0.335i ++=右梁＝三.恒荷载作用下的弯矩剪力计算，根据简图（6－4）梁：A M 0∑= 21/2.0A B B M M ql Q l ---=/1/2B A B Q M M l ql =--B M 0∑= 21/2.0A B A M M ql Q l -+-=/1/2A A B Q M M l ql =-+ （6－4）柱：C M 0∑= .0C D D M M Q h ---=()/D C D Q M M h =-+D M 0∑= .0C D C M M Q h ---=()/C C D Q M M h =-+ （6－5）四.恒荷载作用下的边跨框架的轴力计算，包括连梁传来的荷载及柱自重.7123.24721.1036/2186.556N KN=+⨯=67124.17214.7476/238.88393.849N N KN =++⨯+=56124.17214.7476/238.88601.142N N KN =++⨯+=45124.17214.7476/238.88808.435N N KN =++⨯+=34124.17214.7476/238.881015.728N N KN =++⨯+=23124.17214.7476/238.881223.021N N KN =++⨯+=12124.17214.7476/238.881382.487N N KN =++⨯+=图6－5 恒荷载作用下的计算简图恒荷载作用下的中跨框架的轴力计算：7154.31811.484 2.4/2168.099N KN=+⨯= 67200.1738.09 2.4/238.88416.88N N KN =++⨯+=56200.1738.09 2.4/238.88665.621N N KN =++⨯+=45200.1738.09 2.4/238.88808.435N N KN =++⨯+=34200.1738.09 2.4/238.881015.728N N KN =++⨯+=23200.1738.09 2.4/238.881223.021N N KN =++⨯+=12200.1738.09 2.4/238.881382.487N N KN =++⨯+=五.弯矩分配及传递弯矩二次分配法比分层法作了更进一步的简化。

门式刚架荷载计算及内力组合

恒载标准值（对水平投影面）：板及保温层0.30kN/㎡檩条0.10kN/㎡悬挂设备0.10kN/㎡0.50kN/㎡换算为线荷载：7.50.5 3.75 3.8/=⨯=≈q KN m2、可变荷载标准值门式刚架结构设计的主要依据为《钢结构设计规范》（GB50017-2003）和《冷弯薄壁型钢结构技术规范》（GB50018-2002）。

对于屋面结构，《钢结构设计规范》规定活荷载为0.5KN/2m，但构件的荷载面积大于602m的可乘折减系数0.6，门式刚架符合此条件，故活荷载标准值取0.3KN/2m 。

由荷载规范查得，大连地区雪荷载标准值为0.40kN/㎡。

屋面活荷载取为 0.30kN/㎡雪荷载为 0.40kN/㎡取二者较大值 0.40kN/㎡换算为线荷载：7.50.43/q KN m =⨯=3、风荷载标准值：0k z s z ωβμμω=（1）基本风压值 20kN/m 6825.065.005.1=⨯=ω（2）高度Z 处的风振系数z β 取1.0（门式刚架高度没有超过30m ，高宽比不大于1.5，不考虑风振系数）（3）风压高度变化系数z μ由地面粗糙度类别为B 类，查表得：h=10m ，z μ＝1.00；h=15m ，z μ＝1.14 内插：低跨刚架，h=10.5m ，z μ＝ 1.14 1.111.00(10.510)1510-+⨯--＝1.014；高跨刚架，h=15.7m ，z μ＝ 1.25 1.141.14(15.715)2015-+⨯--＝1.155。

（4）风荷载体型系数s μ-0.5-0.6-0.4-0.4-0.5-0.5-0.2+0.8μsμs1其中，s μ＝0.2010.24.760.032301230arctg -⨯=⨯=+ 1s μ＝12 1.00.6(1)0.6(12)0.36915.710.5h h ⨯-=⨯-=+-各部分风荷载标准值计算：w 1k =0z s z βμμω＝7.5×1.0×0.8×1.014×0.6825=4.15 kN/m w 2k =0z s z βμμω＝7.5×1.0×0.032×1.014×0.6825=0.17kN/m w 3k =0z s z βμμω＝7.5×1.0×（-0.6）×1.014×0.6825=-3.11kN/m w 4k = 0z s z βμμω＝7.5×1.0×0.369×1.014×0.6825=1.91 kN/m w 5k = 0z s z βμμω＝7.5×1.0×（-0.2）×1.014×0.6825=-1.04 kN/mw 6k = w 7k ＝w 8k ＝0z s z βμμω＝7.5×1.0×（-0.5）×1.014×0.6825=-2.60 kN/m w 9k = w 10k ＝0z s z βμμω＝7.5×1.0×（-0.4）×1.014×0. 6825=-2.08 kN/m 用PKPM 计算门式刚架风荷载结果如下：其中，'1k ω＝4.2KN/m ≈1k ω=4.15 kN/m ；'2k ω＝0.2KN/m ≈2k ω=0.17 kN/m ； '3k ω＝-3.1N/m ≈1k ω=-3.11 kN/m ；'4k ω＝2.2KN/m ≈2k ω=1.91 kN/m ； '5k ω＝-1.2KN/m ≈1k ω=-1.04kN/m ；'6k ω＝-3.0KN/m ≈6k ω=-2.60kN/m ； '7kω＝-3.0KN/m ≈7k ω=-2.60kN/m ；'8k ω＝-2.6KN/m ＝8k ω； '9k ω＝-2.1KN/m ≈9k ω=-2.08kN/m ；'10kω＝-2.1KN/m ≈10k ω=-2.08kN/m 。

3.3.3 风荷载内力计算风荷载内力计算

三、在风荷载作用下内力计算对于作用在屋面的风荷载可以分解为水平方向的分力xq 和竖向分力yq 。

（1）在迎风面横梁上风荷载竖向分力2yqω作用下（见图）0206 3.333160.167610.04990.5973(3)30.5970.167(30.167) 4.125911=85=850.167=0.13381616 4.12591.8920kN 4.73kN 88( 1.8910 4.73)kN 14.17kN (4E A A E l H f h k h s k ql qlV V H H λμμλ===ψ=======++ψ+ψ=++⨯+=Φ+ψ⨯+⨯⨯-⨯===-=-⨯+=-==Φ=（）（）221.8920 3.3330.13384)kN 4.21kN 1.89200.1338kN=25.29kN 44BD ql MM-⨯⨯⨯=-⨯==Φ=⨯ 22[(1)]4C ql M α=-+ψΦ221.8920[0.5(10.167)0.1338]17.74kN =-⨯⨯-+=-17.74k N ·m在迎风面横梁上风荷载竖向分力作用的M 图(2) 在背风面横梁上风荷载竖向分力4yqω作用下（见图）4 1.23/q k N m ω=-0206 3.333160.167610.04990.5973(3)30.5970.167(30.167) 4.125911=85=850.167=0.13381616 4.12591.2320kN 3.08kN 88( 1.2310 3.08)kN 9.22kN 4A E A E l H f h k h s k ql qlV V H H λμμλ===ψ=======++ψ+ψ=++⨯+=Φ+ψ⨯+⨯⨯-⨯===-=-⨯+=-=-=-Φ=（）（）222222( 1.2320 3.3330.13384)kN 2.74kN 1.23200.1338kN=16.46kN 44[(1)] 1.2320[0.5(10.167)0.1338]411.54kN 4BDC ql ql MMM α--⨯⨯⨯=⨯==Φ=⨯=-+ψΦ=-⨯⨯-+=--11.54kN ·m在背风面横梁上风荷载竖向分力作用下M 图(3) 在迎风面柱上风荷载1q ω作用下（见图）A E020 3.333160.167610.04990.5973(3)30.5970.167(30.167) 4.12591l H f h k h s k λμα===ψ=======++ψ+ψ=++⨯+==222222211=[65]=[620.16750.597]=0.968744 4.12590.476kN 0.42kN22200.476(2)(20.9687)kN=4.36kN m4411(0.47 4.36)kN 2.1kN 62(0.476 2.1)kN 0.7kN[1(14A E B D A E C k qh l qh qh V V M M H H M μααΦ+ψ+++⨯⨯⨯=-==-=-⨯⨯==-Φ=-=⨯-==⨯-==-+ （2）（）220.4761)][1(10.167)0.9687]0.55kN m 4⨯⨯ψΦ=-+⨯=-(4) 在背风面柱上风荷载竖向分力3q ω作用下（见图）A E0206 3.333160.167610.04990.5973(3)30.5970.167(30.167) 4.12591l H f h k h s k λμα===ψ=======++ψ+ψ=++⨯+==22211=[65]=[620.16750.597]=0.968744 4.12591.046kN 0.94kN22201.04611(2)(20.9687)kN 4.73kN 2222(1.046 4.73) 1.51kN(4.736 1.0462)kN=9.66kN 1.516kN=9A E EA D Bk qh l qh V V H H M MμααΦ+ψ+++⨯⨯⨯=-==-=-⨯⨯⨯=--Φ=-⨯==⨯-==⨯-⨯=⨯（2）（）2222.06kN1.0461[1(1)][1(10.167)0.9687] 1.22kN 44C qh M α⨯⨯=-+ψΦ=-+⨯=-(5) 在迎风面横梁上风荷载水平分力2xq ω作用下（见图）160.167610.04990.5973(3)30.5970.167(30.167) 4.12591f h k h s k μαψ=======++ψ+ψ=++⨯+== 0.167=3=430.167=0.045588 4.12591.89161kN 0.61kN 22201.89110.0455kN 0.98kN 22(1.8910.98)0.91kN[0.5(1)]21.8916[0.50.167(10.167)2A E A E C qf h f l qf qfhV V H H M μψΦ+ψ+⨯⨯⨯=-=-+=-⨯+=⨯⨯=+Φ=+==⨯-==ψ-+ψΦ⨯⨯=⨯-+（4）（）（2）（2）（）（1）0.0455]0.17kN m0.986 5.88kN m0.916 5.46kN mB DM M⨯==⨯==⨯=C·m（6）在背风面横梁上风荷载水平分力4xq ω作用下（见图）1.89k N/mA E160.167610.04990.5973(3)30.5970.167(30.167) 4.12591f h k h s k μαψ=======++ψ+ψ=++⨯+== 0.167=3=430.167=0.045588 4.12591.23161kN 0.40kN 22201.23110.0455kN 0.64kN 22(1.2310.64)0.59kN[0.5(1)]21.2316[0.50.167(10.167)2A E E A C qf h f l qf qfhV V H H M μψΦ+ψ+⨯⨯⨯=-=-+=-⨯+=⨯⨯=+Φ=+==⨯-==ψ-+ψΦ⨯⨯=⨯-+（4）（）（2）（2）（）（1）0.0455]0.11kN m0.596 3.54kN m0.646 3.84kN mB DM M⨯==⨯==⨯=A(7) 用叠加法绘制在风荷载作用下刚加的组合内力。

荷载与结构静力计算表

荷载与结构静力计算表2-1-1 荷载1．结构上的荷载结构上的荷载分为下列三类：（1）永久荷载如结构自重、土压力、预应力等。

（2）可变荷载如楼面活荷载、屋面活荷载和积灰荷载、吊车荷载、风荷载、雪活载等。

（3）偶然荷载如爆炸力、撞击力等。

建筑结构设计时，对不同荷载应采用不同的代表值。

对永久荷载应采用标准值作为代表值。

对可变荷载应根据设计要求，采用标准值、组合值、频遇值或准永久值作为代表值。

对偶然荷载应按建筑结构使用的特点确定其代表值。

2．荷载组合建筑结构设计应根据使用过程中在结构上可能同时出现的荷载，按承载能力极限状态和正常使用极限状态分别进行荷载（效应）组合，并应取各自的最不利的效应组合进行设计。

对于承载能力极限状态，应按荷载效应的基本组合或偶然组合进行荷载（效应）组合。

γ0S≤R （2-1）式中γ0——结构重要性系数；S——荷载效应组合的设计值；R——结构构件抗力的设计值。

对于基本组合，荷载效应组合的设计值S应从下列组合值中取最不利值确定：（1）由可变荷载效应控制的组合（2-2）式中γG——永久荷载的分项系数；γQi——第i个可变荷载的分项系数，其中Y Q1为可变荷载Q1的分项系数；S GK——按永久荷载标准值G K计算的荷载效应值；S QiK——按可变荷载标准值Q ik计算的荷载效应值，其中S Q1K为诸可变荷载效应中起控制作用者；ψci——可变荷载Q i的组合值系数；n——参与组合的可变荷载数。

（2）由永久荷载效应控制的组合（2-3）（3）基本组合的荷载分项系数1）永久荷载的分项系数当其效应对结构不利时：对由可变荷载效应控制的组合，应取1.2；对由永久荷载效应控制的组合，应取1.35；当其效应对结构有利时：一般情况下应取1.0；对结构的倾覆、滑移或漂浮验算，应取0.9。

2）可变荷载的分项系数一般情况下应取1.4；对标准值大于4kN/m2的工业房屋楼面结构活荷载应取1.3。

对于偶然组合，荷载效应组合的设计值宜按下列规定确定：偶然荷载的代表值不乘分项系数；与偶然荷载同时出现的其他荷载可根据观测资料和工程经验采用适当的代表值。

荷载计算

一、荷载计算
计算截面特征图
1)、翼缘板
1、混凝土自重荷载计算
考虑混凝土超灌，系数取1.05，则腹板部位混凝土分布荷载：
2、模板荷载计算
翼缘板模板周长3m；
翼缘模板总荷载为：
3、设备及人工荷载：
4、砼浇注冲击及振捣荷载：
5、翼缘板下荷载合计：
1）、腹板部位荷载计算
1、混凝土自重荷载计算
考虑混凝土超灌，系数取1.05，则腹板部位混凝土分布荷载：
上横梁变形图（mm）
上横梁反力图（kN）
通过上述计算来看，贝雷梁上横梁最大弯曲应力σ=18.0Mpa；最大剪切应力τ=13.2Mpa；最大变形δ=0.669mm。满足要求。
第三节支架计算
1、碗口式支架
翼缘板和顶板采用碗口式支架体系φ48×3.5，碗口式支架置于贝雷梁上的横向工字钢上。支架纵、横向间距为90cm，横杆步距为120cm。根据上述荷载组合，对翼缘板处的碗口支架进行受力检算。
图6工字钢受力模型（kN）
图7工字钢剪力（kN）
图8工字钢剪应力（Mpa）
图9工字钢弯矩（kN.m）
图10工字钢弯曲应力（Mpa）
图11工字钢变形（mm）
图12工字钢约束反力（KN）
通过上述计算，可知：
贝雷梁下横梁最大弯曲应力51.6MPa，最大剪应力为14.8MPa，横向分配梁两端挠度最大为6.272mm。横梁采用双拼I50(500x160x14/20)工字钢。横梁在贝雷梁支撑区域进行加肋板加固。
（1）钢管立柱及承台布置图
图13钢管立柱及承台布置平面图
（2）荷载计算
钢管立柱承受上部型钢传下的荷载，大小为工字钢支点反力。取压力（支点反力）最大的验算，即R=114.6KN。

支撑结构荷载及内力计算

支撑结构荷载及内力计算作用在上以支撑结构上的竖向承重，除了自重以外、还应考虑-一定数量的施工活荷载，一般可取4kPa。

当支撑结构需要班莱班县结构施工作业平台或栈桥时，应进行专门设计。

作用在支撑结构上的水平荷载，是由围护墙传来的由坑外地表荷载和水、土压力和坑外地面荷载引起的围护墙对腰梁的侧压力和支撑预加压力。

当支撑长度大干40m时，应考虑温度变化对支撑轴向力的拖累。

对干钢结构支撑。

当实际建立预加压力值大于由地表荷载和异药压力所引起的轴向力的50%时，应需要考虑预压力对支撑轴向力的影响。

支撑结构计算模型尺寸取支撑构件的中心距。

对于现浇裂纹混凝土支撑构件考虑到使用时有裂缝产生，所以抗弯刚度应乘以0.8～0.9折减系数。

对于钢结构腰梁，当采用分段拼装或拼接点的构造不能满足截面的等强度连接时应把拼接点作为铰接需要考虑。

当支护结构采用空间模型分析在结构上时，支撑结构的内力和变形可反之亦然采用其计算结果。

当支护之时结构采用简化的平面量度模型分析时。

一般只给出单位墙段长度在腰梁上的产自反力，在这种情况下，支撑结构的和变形可以按以下方法确定∶1.矩形比较规则的基坑，采用相互正交的支撑体系时，各支撑构件梁柱的内力可以按以下方法确定;（1）支撑轴向力可以近似采用围护墙在腰长瓣的水平分布力沿支撑长度方向上的投影乘以中心距。

在垂直荷载作用下的内力和变形可以近似按单跨或多海陆跨梁分析。

其换算跨度取相邻立柱中心距;（2）腰梁在比率水平分布力作用下的内力和变形．可近似按多跨或单跨水平梁分析。

计算跨度一般情况下可取相邻支撑点中心距。

2.较为复杂的二维支撑体系，宜对每层支撑用空间杆系模型进行。

计算模型的边界可以做如手假定∶（1）支撑与腰梁、支撑与立柱的链路处，以及腰梁的转角处设置竖向约束，防止计算模型整向移动;（2）如果沿腰梁四周并与腰梁长度方向均匀分布的水平荷载不是正交时，需要在适当位置上设置防止计算模型整体平移优先或转动的假想水平约束。

新规范荷载计算

简支梁的活载内力计算
计算跨径 (m) 车道提高系数车道纵向跨径荷载的折减系数集中力 η Pk 公路-Ⅰ级最大弯矩（KN.M） 4890.63 最大剪力（KN） 886.50 公路-Ⅱ级最大弯矩最大剪力（KN.M）（KN） 3667.97 664.88
25
2
260
1
车道提高系数=车道数X横向折减系数（表4.3.1-4）车道提高系数：双车道取2.0；三车道取2.34；四车道取2.68
汽车制动力的计算
计算跨径 (m) 纵向跨径折减系数 η 1 车道荷载（KN）车道荷载集中力（KN） 260 均布荷载 (KN) 262.5 单车道计算的制动力（KN）车道提高系数计算的制动力（KN）
总计（KN）
25
522.5
52.25
2
104.5
墩台各种支座传递的系数按表4.3.6取值
规范规定的最小制动力（KN）
最终的制动力（KN）
165
165Leabharlann