已改框架结构设计2-secret.doc

3 结构设计说明书
3.1 框架结构设计任务书
3.1.1 工程概况
某旅馆设计楼，主体七层，钢筋混凝土框架结构，局部8层。梁板柱均为现浇，建筑面积约为6500m2，建筑物平面为L形，受场地限制，宽40米，长为70米，建筑方案确定，房间开间3.6米，进深6.6米，走廊宽2.4米，底层层高3.9米，其它层高3.3米，室内外高差为0.45米，设防烈度7度，一类场地。地震参数区划的特征周期分区为二区，抗震等级二级。

图 3-1 柱网布置
3.1.2 设计资料
（1） 气象条件
基本风压0.35KN/m2;基本雪压0.25 KN/m2.
（2） 抗震设防
七度近震。
(3) 层面做法： 二毡三油防水层；
冷底子油热玛蹄脂二道；
水泥石保湿层（200mm厚）；
20mm厚水泥砂浆找平层；:
120mm后钢筋混凝土整浇层；
吊顶（或粉底）。
(4) 楼面做法： 水磨石地面；
120mm厚钢筋混凝土整浇层；
粉底（或吊顶）。
混凝土强度等级为C30，纵筋2级，箍筋1级。
3.1.3 设计内容
(1)确定梁柱截面尺寸及框架计算简图
(2)荷载计算
(3)框架纵横向侧移计算；
(4)框架在水平及竖向力作用下的内力分析；
(5)内力组合及截面设计；
(6)节点验算。
3.2 框架结构设计计算
3.2.1 梁柱截面、梁跨度及柱高度的确定
(1)初估截面尺寸
① 柱：一、二、三、四 五、六、七层：b×h=500mm×500mm。
② 梁：
L1=b×h=300mm×600mm
L2=b×h=300mm×600mm
L3=b×h=300mm×600mm
L4=b×h=300mm×600mm
L5=b×h=300mm×600mm
L6= b×h=300mm×600mm
(2) 梁的计算跨度
以上柱形心线为准，由于建筑轴线与墙轴线不重合，故建筑轴线与结构计算跨度相同，见图中所示。
底层柱高度：h=3.9m+0.45m+0.5m=4.85m，其中3.9m为底层层高，0.45m为室内外高差，0.5m为基础顶面至室外地面的高度，其它柱高等于层高，即3.3m，由此得框架计算简图

图3-2 框架梁编号

4850
图3-3 梁的计算跨度3300

3.2.2 荷载计算
（1）屋面均布恒载
按屋面的做法逐项计算均布荷载，计算时注意：吊顶处不做粉底，无吊顶处做粉底，近似取吊顶，粉底为相同重量。
二毡三油防水层 0.35KN/m2
冷底子油热玛蹄脂二道 0.05 KN/m2
200mm厚泡沫混凝土保温层 0.2×6=1.2KN/m2
120mm 厚现浇板 0.12×25=3 KN/m2
15 mm厚吊顶与粉底 0.015×17= 0.2 6KN/m2

共计 5.26 KN/m2
因为本设计中屋面在七八层中均有所以要分项计算。
八层屋面恒载标准值：
5.26×（7.2+3.6+0.5+0.5）×（6.6+0.5）=461 KN
0.25×（7.2+0.5+3.6+0.5）×（6.6+0.5）=21 KN
G8=461+21×0.5+36.3×4+30.96+6×10.1+10×24.1/2+(282+438)/2=1189 KN
七层屋面恒载标准值：
G7=3091+147×0.5+36.3×4+2×11.3+18×30.96+9×5.51+40×10.1+（24.1×44）/2+（1316+1450+445+640）/2+86+19=6904 KN

图3-4横向框架计算简图及柱编号
（2）楼面均布恒载
按楼面做法逐项计算；
水磨石地面 0.65KN/m2
120厚现浇板 0.12×25=3 KN/m2
吊顶与粉底 0.015×17= KN/m2
共计 3.91 KN/m2
八层楼面均布荷载
因为该层设有小水箱，因此要将水箱荷载转化为均布荷载，20吨水箱在7.2×5.6房间内转化后的均布荷载约为5.0 KN/m2。
（7.2+0.5）×（5.6+0.5）×9.65=453.261KN
其中9.65为细石混凝土（50厚），水转化后的均布荷载120厚的现浇板和吊顶与粉底的荷载标准值之和。因此八层楼面的荷载为：
（5.6×2+0.5）×3.6×1+0.5）×4.15×2+（7.2×1+0.5）×（5.6×1+0.5）×4.15+453.261
=1046.338KN
其它层楼面荷载：
（5.6×2+0.5）×（3.6×14+0.5）×4.15+（5.6+0.5）×（3.6×12+0.5）×4.5+（4.2+0.5）×（3.6+0.5）×4.15×4+（7.2+0.5）×（7.2+0.5）×4.15×2
=4389.704KN
（3）屋面均布活荷载
雪荷载标准值：
（10×3.6+0.5）×（6.6×2+2.4+0.5）×0.25=147 KN
计算重力荷载代表值时，由于设计的可上人屋面，因此取荷载为1 .5 KN/m2，此时雪荷载考虑。
八层屋面活荷载标准值：
（5.6×2+0.5）×（3.6+0.5）×1.5×2+（5.6×1+0.5）×（7.2×1+0.5）×1.5+（7.2+0.5）×（5.6+0.5）×1.5=284.82 KN
七层屋面活荷载标准值：
（5.6×3+0.5）×（7.2×4+0.5）×1.5+（7.2+0.5）×（7.2+0.5）×1.5×2+（3.6+0.5）×（4.2+5.6×3+4.2+0.5）×1.5×2+（5.6+0.5）×（7.2+0.5）×1.5
=1324.77 KN
（4）楼面均布活荷载
楼面均布活荷对旅馆的一般房间为1.5 KN/m2；走廊、楼梯、门厅等处取为2.0 KN/m2为了计算方便，此处偏安全地同意取均布活荷载2.0 KN/m2
楼面均布活荷载标准值为：
（10×3.6+0.5）×（6.6×2+2.4+0.5）×2=1175 KN
（5）梁柱自重（包括梁侧、梁底、柱的抹灰重量）
梁侧、梁底抹灰近似按加大了梁宽考虑
每根重量计算见例 0.34×0.7×6.1×25=36.3KN
表3-1 梁柱自重
编号
截面（m2）
长度（m）
根数
每根重量（KN）
L1
0.3×0.6
6.1
28
36.3
L2
0.3×0.6
1.9
14
11.3
L3
0.25×0.6
6.1
126
30.96
L4
0.25×0.4
1.9
63
5.51
L5
0.25×0.6
3.1
40
13.48
L6
0.25×0.45
3.1
240
10.1
Z1
0.5×0.5
4.85
44
35.4
Z2
0.5×0.5
3.3
264
24.1
（6）墙体自重
墙体均为240厚，两面抹灰，近似按加厚墙体考虑抹灰重量。
单位面积上墙体重量为 0.28×19=5.32KN/m2
卫生间墙厚为180:0.2×19=3.8 KN/m2
墙体自重计算见表：考虑墙体上有门和窗,所以墙净重按80%折算.
表3-2 墙体自重
墙体
每片面积
（m2）
片数
重量（KN）
折算重量（KN）
底层纵墙
3.1×4.2
33
2286
1829
底层横墙
6.1×4.2
13
1772
1550
标 准层 纵 墙
3.1×2.85
35
1645
1316
标 准层 横墙
6.1×2.7
19
1665
1450
卫生间纵墙
1.71×2.85
24
445
445
卫生间横墙
2.6×2.7
24
640
640
女儿墙纵墙
1.2×10×3.6
2
86
86
女儿墙横墙

1.2×（6.6 ×2+2.4）
1
19
19
(7) 荷载分层总汇。
顶层重力荷载代表值包括：屋面恒载，50%的均布活荷载，纵横墙自重、楼面上、下各半层的柱及纵横墙体自重。
其它层重力荷载代表值包括：楼面恒载；50%的楼面均布活荷载；纵横梁自重，露面上下半层的柱及纵横墙体自重。
将上述分项荷载相加，得集中于各层楼面的重力荷载代表值
如下： 第八层：G8=1189KN
第七层：G7=6904KN
第六层：G6=8976KN
第五层：G5=8976KN
第四层：G4=8976KN
第三层：G3=8976KN
第二层：G2=8976KN
第一层：G1=10196KN
3.2.3 水平地震作用下框架的侧移验算.
（1）横梁线刚度.
混凝土C30，Ec=3×107KN/m2 ，fe=1.5N/mm2
在框架结构中为考虑这一有利作用，在计算梁的截面惯性矩时，对现浇楼面的边框架取I=1.5I0（I0为梁的截面惯性矩）；对中框架梁取I=2.0 I0，、

图3-5质点重力荷载值
建筑物总重力荷载代表值为： 63169KN
横梁线刚度计算结果列于表
表3－3 横梁线刚度

梁 号
L

截 面
b×h（m2）

跨 度
L（m）

I0=bh3/12
m4
边 框 架 梁
中 框 架 梁
Ib=2.0
I0
（m4）
Kb=EIb/L
（KNm）
Ib=2.0 I0
（m4）
Kb=EIb/L
（KNm）
L1
0.3×0.6
6.6
5.4×10-3
8.×10-3
3.68×104

L2
0.3×0.6
2.4
5.4×10-3
8.1×10-3
10.1×104

L3
0.25×0.6
6.6
4.5×10-3

9×10-3
4.09×104
L4
0.25×0.4
2.4
1.3×10-3

2.6×10-3
3.25×104
L5
0.25×0.6
3.6
4.5×10-3
6.75×10-3
5.63×104
9×10-3
7.5×104
L6
0.25×0.45
3.6
1.9×10-3
2.85×10-3
2.38×104
3.8×10-3
3.17×104
（2）横向框架柱的侧移刚度D值计算.
柱线刚度列于下表
表3－4柱线刚度
柱号
（Z）
截面
（m2）
柱高度h
（m）
惯性矩Ic=bh3/12 （m4）
线刚度Kc
Kc=EIc/h
Z1
0.5×0.5
4.85
5.21×10-3
3.22×104
Z2
0.5×0.5
3.3
5.21×10-3
4.74×104
横向框架侧移刚度D值计算见下表
表3－5 横向框架侧移刚度D值计算
层
柱类型

根数
底层
边框边柱
3.68/3.22=1.143
0.523
8591
4
边框中柱
（3.68+10.1）/3.22=4.28
0.761
12501
4
中框边柱
4.09/3.22=1.27
0.541
8887
18
中框中柱
（4.09+3.25）/3.22=2.28
0.650
10677
18
∑D

436520

二.三.四．
五 六 七层
边框边柱
（3.68+3.68）/（2*4.74）=0.78
0.281
14677
4
边框中柱
（3.68+10.1）*2/（2*4.74）=2.91
0.593
30973
4
中框边柱
（4.09+4.09）/（2*4.74）=0.86
0.301
15722
18
中框中柱
（4.09+3.25）*/（2*4.74）=1.55
0.437
22825
18
∑D

876446

八层电梯及楼梯间柱
边框边柱
（3.68+3.68）/（2*4.74）=0.78
0.281
14677
8
中框中柱
（4.09+4.09）/（2*4.74）=0.86
0.301
15722
2
∑D

148860

（3）横向框架的自振周期
按顶点位移法计算框架的自振周期。
顶点位移法是求结构基频的一种近似方法。将结构按质量分布情况简化成无限点的悬臂直杆，导出以直杆顶点位移表示的基频公式，这样，只要求出结构顶点位移，就可按下式得到结构的基本周期：

式中
α0——基本周期调整系数。考虑非承重填充墙时取0.6
△T——框架的顶点位移。在未求出框架的周期前，无法求出框架的地震力及位移，△T是将框架的重力荷载视为水平作用力，求得的假象框架顶点位移，然后由△T求出T1，在用T1求得框架结构的底部剪力，进而求出框架多层剪力和结构真正的位移。
表3－6 横向框架顶点位移
层次
Gi（KN）
∑Gi（KN）
Di（KN/m）
层间相对位移
δ=∑Gi/ Di
△i
7
6904
6904
876446
0.0079
0.343
6
8976
15880
876446
0.018
0.335
5
8976
24856
876446
0.0284
0.317
4
8976
33832
876446
0.0386
0.289
3
8976
42808
876446
0.0488
0.250
2
8976
51784
876446
0.0591
0.2011
1
10196
61980
436520
0.142
0.142
T1==1.7×0.6× =0.597（s）
（4）横向地震作用计算
在工类场地二区，结构的特征周期Tg和地震影响系数αmax为：
Tg=0.35（s）
αmax=0.08
由于T1=0.597（s）>1.4=1.4×0.35=0.49（s），应考虑顶点附加地震作用。
按底部剪力法求得基部剪力，若按
Fi=
分配给各层顶点，则水平地震作用呈倒三角形分布。对一般层，这种分布基本符合实际，但对结构上部，水平作用小于按时程分析法和振型分解法求得的结果，特别对周期较长的结构相差更大，地震的宏观震害也表明，结构上部往往震害严重。因此引入δn，即顶部附加的影响，且使修正后的剪力分布与实际更加吻合。由于本设计中有突出屋面的小塔楼，因此由于考虑鞭梢效应，通常将按顶部剪力法计算分配给小塔楼质点上的等效地震力加大，抗震规范规定放大系数取了增大的地震作用离用于设计其自身以及与其相连接的结构构件，附加应力△Fn加到主体结构顶部。
δn= 0.08 T1+0.01=0.08×0.597+0.01=0.0578
结构横向总水平地震作用标准值：
FEK=（Tg/ T1）0.9×αmax ×0.85
=2656KN
顶点附加水平地震作用
△Fn=δn FEK=0.0578×2656=31.46KN
各层横向地震剪力见表如下
表3－7各层横向地震作用及楼层地震剪力
层次
hi
Hi
Gi
GiHi

Fi
Vi
8
3.3
27.95
1189
33233
0.036
90.09
270.27
7
3.3
24.65
6904
170184
0.186
619
889.3
6
3.3
21.35
8976
191638
0.209
523
1412.3
5
3.3
18.05
8976
162017
0.177
443
1855.3
4
3.3
14.75
8976
132396
0.145
363
2218.3
3
3.3
11.45
8976
102775
0.112
280
2498.3
2
3.3
8.15
8976
73154
0.080
200.2
2698.5
1
4.85
4.85
10196
49451
0.054
135
2833.5
注：1 △Fn 只加入主体的顶层即7层
2 突出屋面的第8层V8=3F8

图3－6横向框架各层水平地震作用及地震剪力
（5）横向框架抗震变形验算.
多遇地震作用下，层间弹性位移验算见下表
表3－8横向变形验算
层次
层间剪力Vi（KN）
层间刚度Di（KN）
层间位移Vi/Di（m）
层高（m）
层间相对弹性转角θe
7
889.3
876446
0.01
3.3
1/3300
6
1412.3
876446
0.0016
3.3
1/2063
5
1855.3
876446
0.0021
3.3
1/1571
4
2218.3
876446
0.0025
3.3
1/1320
3
2498.3
876446
0.0029
3.3
1/1137
2
2698.5
876446
0.0031
3.3
1/1064
1
2833.5
10196
0.0065
4.85
1/746
层间弹性相对转角均满足要求θe<[θe]=1/450
（6）纵向框架柱侧移刚度D值.
表3－9 纵向框架柱侧移刚度D值计算

项目
层

根
数
底 层
边框架边柱
2.06/3.51=0.587
0.42
6298
3
4.39/3.51=1.251
0.539
8082
1
边框架中柱
2.06×2/3.51=1.174
0.527
7902
2
2.06+4.39/3.51=1.838
0.609
9132
1
中框架边柱
2.01/3.51=0.573
0.417
6253
2
5.86/3.51=1.670
0.591
8862
2
中框架中柱
2.01×2/3.51=1.145
0.523
7842
2
2.01+5.86/3.51=2.242
0.646
9687
2
∑D

117200

二 三 四 层
边框架边柱
2.06/1.36=1.515
0.431
6459
3
4.39/1.36=3.228
0.617
9247
1
边框架中柱
2.06×2/1.36=3.029
0.602
9022
2
2.06+4.39/1.36=4.743
0.703
10535
1
中框架边柱
2.01/1.36=1.478
0.425
6369
2
5.86/1.36=4.309
0.683
10236
2
中框架中柱
2.01×2/1.36=2.956
0.643
9636
2
2.01+5.86/1.36=5.787
0.743
11135
2
∑D

131955

五 六 七 层
边框架边柱
2.06/1.09=1.890
0.486
5837
3
4.39/1.09=4.028
0.668
8023
1
边框架中柱
2.06×2/1.09=3.780
0.654
7855
2
2.06+4.39/1.09=5.917
0.747
8972
1
中框架边柱
2.01/1.09=1.844
0.48
5765
2
5.86/1.09=5.376
0.729
8756
2
中框架中柱
2.01×2/1.09=3.688
0.648
7783
2
2.01+5.86/1.09=7.22
0.783
9405
2
∑D

113634

顶 层
边框架边柱
5.86/1.09=5.376
0.729
8756
4
中框架边柱
5.86/1.09=5.376
0.729
8756
2
∑D

52536

（7）纵向框架自振周期
表3－10 纵向框架顶点位移计算
层数
Gi（KN）
Gi（KN）
Di（KN/m）
δi=∑Gi/ Di
△i
8
443.275
443.275
52536
0.0084
0.7711
7
4073.549
4516.178
113634
0.0397
0.7627
6
2948.354
7465.178
113634
0.0657
0.723
5
2948.354
10413.532
113634
0.0916
0.6573
4
3004.042
13417.574
131955
0.1017
0.5657
3
3059.729
16477.303
131955
0.1249
0.464
2
3059.729
19537.032
131955
0.1481
0.3391
1
2850.971
22388.033
117200
0.1910
0.1910
T1=1.7×0.6×＝0.896（s）>1.47s=0.42（s）
（8）纵向地震作用计算
结构纵向水平地震作用标准值为：
FEK=()0.9×аmax×0.85＝（）0.9×0.08×0.85×22388.003=568.66KN
定点附加地震作用 ：
δn＝0.08 T1＋0.01＝0.08×0.42＋0.01＝0.043
△Fn＝δn FEK＝0.0436×568.66=24.73KN
各顶层纵向地震剪力计算见下页表11
Fi＝ FEK（1－δn）
表3－11各层纵向地震作用及层地震剪力
层次
Hi
（m）
Ai
（m）
Gi
（KN）
GiHi

Fi
（KN）
Vi
（KN）
8
3.3
28.4
443.275
12589
0.035
19.03
19.03
7
3.3
25.1
4073.549
102246
0.286
155.55
174.58
6
3.3
21.8
2948.354
64274
0.180
97.90
272.48
5
3.3
18.5
2948.354
54545
0.153
82.21
354.69
4
3.3
15.2
3004.042
45661
0.128
69.61
424.30
3
3.3
11.9
3059.729
36411
0.102
55.47
479.77
2
3.3
8.6
3059.729
26314
0.074
40.25
520.02
1
2.3
5.3
2850.971
15110
0.042
22.84
542.86
（9）纵向框架变形验算
多遇地震作用，纵向框架层间弹性位移验算见表3-12。
表3-12 纵向框架变形验算
层间
层间剪力Vi（KN）
层间刚度Di（KN/m）
层间位移Vi/Di（m）
层高hi
（m）
层间相对弹性转角θe
8
19.03
52536
0.00036
3.3

7
174.58
113634
0.00154
3.3

6
272.48
113634
0.0024
3.3

5
354.69
113634
0.00312
3.3

4
424.30
131955
0.00322
3.3

3
479.77
131955
0.00364
3.3

2
520.02
131955
0.00394
3.3

1
542.86
117200
0.00463
4.85

层间弹性相对转角均满足要求 θe[θe]＝
3.2.4 水平地震作用下，横向框架的内力分析
以上框架为例进行计算 ，边框架和纵向框架的计算方法、步骤与横向中框架完全相同，故不再赘述。
框架柱端弯矩见表13。
梁端弯矩、柱轴力见表14。
中柱两侧梁端弯矩按梁线刚度分配。
地震力作用下框架弯矩见图3-8，剪力及柱轴力见图3-9。
表3-14 地震力作用下框架梁端弯矩及柱轴力
层次
n
AB跨
BC跨
柱轴力
l
(m)
M左
(KNm)
M右
(KNm)
Vb（KN）
l
(m)
M左
(KNm)
M右
(KNm)
Vb
(KN)
ND
(KN)
NJ
(KN)
7
6.6
34.32
25.4
9.04
2.4
20.14
20.14
16.78
-9.04
-7.74
6
6.6
67.98
54.3
18.52
2.4
43.21
43.21
36.01
-27.56
-25.23
5
6.6
92.9
76.5
25.67
2.4
60.82
60.82
50.68
-53.23
-50.24
4
6.6
121.6
101.2
33.76
2.4
80.48
80.48
67.07
-86.99
-83.55
3
6.6
133.65
107.5
36.54
2.4
85.5
85.5
71.25
-123.53
-118.26
2
6.6
153.45
124.1
42.05
2.4
98.65
98.65
82.21
-68.03
-158.42
1
6.6
168.25
146.3
47.66
2.4
116.35
116.35
96.96
-87.83
-207.72
计算梁端弯矩M：梁端弯矩可按节点弯矩平衡条件，将节点上下柱端弯矩之和按左右梁的线刚度比例分配。
M左＝（M上＋M下）K左/（K左＋K右）
M右＝（M上＋M下）K右/（K左＋K右）
计算梁端剪力Vb：
根据梁的两端弯矩Vb＝（M上＋M下）/L
计算柱轴力N：
边柱轴力为各层梁端剪力按层叠加，中柱轴力为柱两侧梁端剪力之差，亦按层叠加。
3.2.5 竖向荷载作用下框架的内力分析
仍取中框计算
（1） 荷载计算
第七层梁的均布线荷载
AB跨
屋面均布恒载传给梁 5.26×3.6＝18.94 KN/m
横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25＝4.35 KN/m
恒载 23.29 KN/m

图3－8 地震作用下框架梁柱弯矩图

9.04
-9.04
18.52
9.04
9.04
9.04
18.52
18.52
18.52
-27.56
9.04
25.67
25.67
25.67
25.67
-53.23
33.76
33.76
33.76
33.76
-86.99
36.54
36.54
36.54
36.54
42.05
-123.53
42.05
42.05
42.05
165.58
47.66
47.66
47.66
47.66
-213.24
213.24
27.56
53.23
86.99
123.53
16.788
16.78

36.01
36.01
50.68
50.68
-25.23
25.23
67.07
70.83
-50.24
50.24
71.25
84.92
82.21
82.21
-118.26
118.26
96.96
96.96
-207.72
207.72
A
B
C
D

BC跨
屋面均布恒载传给梁 5.26×3.6＝18.94 KN/m
横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25＝2.9 KN/m

恒载 21.84 KN/m
第七层活载：1.5×3.6＝5.4 KN/m
第二．三．四．五．六层梁的均布线荷载
AB跨：
楼面均布荷载传给梁 3.91×3.6＝14.08 KN/m
横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25＝2.9 KN/m
内横墙自重（包括粉刷） 0.28×19×（3.6－0.6）＝15.96KN/m

恒载 32.94KN/m
BC跨：
楼面均布荷载传给梁 3.91×3.6＝14.08KN/m
横梁自重（包括抹灰） 0.29×0.4×25＝2.9 KN/m
恒载 16.98KN/m
第二．三．四．五．六层活荷载： 2×3.6＝7.2 KN/m
第二．三．四．五．六层集中荷载：
纵梁自重（包括抹灰） 0.29×0.45×25×3.6＝11.75 KN
纵墙自重（包括抹灰） 0.28×19+3.6×（3.6－0.45）＝60.33 KN
柱自重（包括抹灰） 0.54×0.54×3.3×25＝26.24 KN
总计： 98.32 KN
第一层梁的均布线荷载：
AB跨恒载： 32.94 KN/m
BC跨恒载： 16.98 KN/m
活载： 7.2 KN/m
第一层 集中荷载：
纵梁自重（包括抹灰） 0.29×0.6×25×3.6＝15.66 KN
纵墙自重（包括抹灰） 0.28×19+3.6×（3.6－0.45）＝60.33 KN
柱自重（包括抹灰） 0.54×0.54×3.3×25＝26.24 KN
第一层柱自重（包括抹灰）：0.54×0.54×4.85×25＝35.36 KN
总计： 102.23KN
注：双向板支承梁计算
梯形分布荷载作用下，可将实际荷载换算成等效的均布荷载
梯形分布：qeq=(1-2k2+k3)qs
三角形分布：qeq=5/8 qs

图3－10 双向板的传力图
中框架恒载及活载见下图。

图3－11 框架竖向荷载示意
（2） 用弯矩分配法计算框架弯矩
由于结构对称，在竖向荷载作用下的框架侧移可略去不计，其内力分析采用弯矩分配法。在竖向荷载作用下，梁端可以考虑塑性重分布，取弯矩调幅系数0.8，楼面竖向荷载分别按恒荷载及全部活荷载计算。
竖向荷载作用下框架的内力分析，除荷载较大的工业厂房外，对一般的工业与民用建筑可不考虑活载的不利布置，这样求得的框架内力，梁跨中弯矩较考虑活载不利布置求得的弯矩偏低，但当活载占总荷载比例较小时，其影响很小，若活荷载占总荷载比例较大，可在荷载面配筋时，将跨中弯矩乘以1.1～1.2的放大系数予以调整。