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：楼梯间荷载建模过程中如何输入？
答案：方法
在楼梯间板厚度定义为
，恒活载大小按楼梯间取，这种方法比较便捷快速
楼梯间直接全房间开洞，楼梯梁上算一半梯板荷载，注意在平台梁位置不要漏了集
坡屋面如何建模
关于坡屋面的层高
应该算到坡屋面屋檐的位置
也有说应该算到坡屋面屋檐和屋脊
建坡屋面的时候可以使用
命令设置节点的高度
这样就可以更加直观的看到整
个结构的形状
但要注意的问题是
虽然设置了节点高度
从立体模型看是坡屋面的效果
建的模和按平屋面建的模的计算结果是一样的
所以一定要把荷载计算清楚
不要掉了荷载
计算小高层，需要控制哪些参数？是和
控制一样吗？
:TATSATWEPMSAP
文本控制的参数基本差不多，不过在软件的实现操作输
出上有些区别，我觉的高层建筑可以几个软件都计算一边，对结果做一个比较，取最合理的
问题：框架结构计算时，梁柱箍筋间距如何考虑？
答案：框架梁存在集中荷载，宜取为
；框架柱一般情况下不存在集中荷载，宜为
但当框架柱计算长度范围内有集中荷载时，还是应该区别考虑的！
因为程序中考虑非加密区箍筋间距为
，这样就带来了这个问题！
所计算出的非加密区箍筋面积应该这样采用。
问题：独立基础变阶要演算抗剪，配筋按照抗弯计算，但是配筋有没有最小配筋率的问题？？
答案：我觉得既然是抗弯构建，应该满足最小配筋率的问题，否则配筋没有意思（我自己认
为的答案，资料上没有找到，请高手点拨）
：长宽比大于
的板宜按双向板计算，请问怎么计算，查表没有系数，我是
说的手算，高手赐教，我等待回答
如何确定柱截面，梁截面和楼板厚度
梁截面估算：梁高与跨度的关系主梁一般取为跨度的
次梁一般取为跨
悬挑梁一般取为悬臂长的
跨度较小的厨房和厕所可以取到
楼板厚度估算：单向板：短边的
双向板：短边的
悬臂板：悬臂长的
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资料评价：
所需积分：1工程概况:18层剪力墙+2层地下室
为真实反映地下室和上部的共同作用，我建模的时候是整体建模(带入地下室),
计算后发现一层地下室的地震力非常大，分析后，应该是由于一层地下室顶板的覆土厚
但我觉得，这个力（地震作用）应该大部分传给地下室外侧的土，而不应该作用在地下室结构上
试问,SATWE在计算这种带入地下室的模型时，对地下室部分产生的地震作用是如何考虑的
你的嵌固层选择在哪层？
整体建模，故计算嵌固端为基顶(地下室二层底板)
检查计算数据，发现整体模型比切开模型(0.00处切开)的地震计算的质量大，各层的地震剪力也大.
也就是说,地下室部分的质量参与的地震计算，且影响到上部结构,但好像地下室的地震作用一般是计入上部结构传来的荷载+地下室自身的作用（该部分还得考虑土侧限作用进行折减)
考虑土弹簧对地下室的作用，则地下室受到的力应该大为减小啊，因为传给了土
我觉得与你嵌固端得选择有关，你选择基础顶面为嵌固端（SATWE里嵌固端所在层号应该填的是“1”），那么地下室的剪力墙也要作为抗侧力体系考虑地震作用。
模型要合理，绘图要效率。
SATWE中的嵌固端所在层号，主要用于对力的调整，针对的是塑性较区的调整，就像规范中，加强区，非加强区，柱根等的调整
由于带地下室结构的实际塑性铰区段应该在地下室顶板位置，故这个嵌固端所在层号应该填地下室层数+1
而我的问题是,上部结构受到的地震作用是否要考虑地下室这部分质量产生的地震作用？
满足刚度比，则可以切开，则上部结构的地震作用肯定是没有地下室这部分质量产生的地震作用，带入地下室则有这部分，是否感觉有问题？
带入地下室进行计算，结构振型与不带地下室振型都不同了，所以计算出的地震力会有点不同，但是应该差别不大，
我最近有建了个小的模型比较，确实变化不大。
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朱炳寅观点汇总-精华
关于“嵌固层”和“嵌固部位”问题 关于结构底部嵌固层及上部结构嵌固端的刚度比问题，不少网友没闹明白 1）《高规》第 3.5.2 条第 2 款中“对结构底部嵌固层，该比值不宜小于 1.5”； 2）《高规》第 5.3.7 条规定“地下一层与首层的侧向刚度比不宜小于 2”。 这两条规定不矛盾， 1） 指的是， 首层与二层的侧向刚度比 （当地下室顶板作为上部结构嵌固部位时） ， 2）指的
是地下一层与上部结构首层的比值。 《高规》第 3.5.2 条第 2 款的规定，较适合于上部结构的嵌固端为绝对嵌固（不带地下室，将地下室顶 板标高确定为嵌固端，嵌固端的水平位移、竖向位移和转角均为零）的计算模型。 关于 2）条中比值 2 的限值合理性问题，可查阅《筏基规范》及我的新抗规书。 我们事务所一般做法：计算时取基础顶面做结构计算嵌固端，构造上满足首层结构嵌固；约束边缘构 件从负一层开始设置。而现新抗规及新高规都明确规定： 《抗规》6.1.10.3 款；《高规》7.1.4.3 款1、规范 6.1.14 条 1、3、4 款为满足结构首层嵌固的强度要求；第 2 款为刚度要求，整个条文说明均为 满足强度要求的解释而无关于刚度比取 2 的相关解释； 2、高规 5.3.7 条规定刚度比计算按附录 E.0.1 条计算，即按等效剪切刚度比进行计算；相关范围的规定 （抗规不超过 20 米、高规不超过三跨，不统一）有待商榷（高层、超高层基地剪力相差很大，对首层传递 影响应该不同）； 3、条文解释表明：整个结构应该在首层以上部位出现塑性铰，地下一层不应屈服；实际上当地下一层 不屈服时地下室各层均不会出现屈服； 从以上可以看出规范 6.1.14 条所说的嵌固端应该为抗震设计 中概念设计的嵌固端即为出现塑性铰分布的下端，而并非结构 力学计算的嵌固端。 ? 因此应将规范中的嵌固端区分为计算嵌固端与构造（概念设计）嵌固端；若将计算嵌固端 选取在首层则会造成结构刚度偏大； ? 计算时取基础顶面作为结构力学的计算嵌固端，地下室顶板即首层作为构造嵌固端并满足 抗规 6.1.14 条的所有强度要求； ? 底部加强区应从地下室一层开始设置，无须满足《抗规》6.1.10.3 款及《高规》7.1.4.3 款规 定的底部加强区延伸至基础顶面； 无论计算嵌固端选取在任何位置，由于 地下室周边有很大的刚度的侧墙并受周边岩土的约束，在地震 作用下其侧向位移受到限制，所以地下室对高层建筑上部结构的嵌固效果是客观存在的，上部结构的水平 地震作用要通过地下室顶板进行传递也是必然的，高层建筑地下室顶板即首层楼板必须具有较强的整体性 和刚度，可将高层建筑的水平地震作用有效的传递到地下室周边岩土中去；通过相关计算分析可知塔楼一 定范围内结构（纯地下室框架）水平剪力递减较快，但仍然存在一定的内力，而实际工程中经常会出现塔 楼与室外顶板有较大的高差，如下图所示：实际工程情况 解决方法一：将高差分成几个较小的高差，并在高差处设置较宽的梁， 加强该梁的抗扭能力 解决方法二：通过在上下梁板端采取加腋方式
关于构件的计算长度系数问题 构件的计算长度等于计算长度系数乘以杆件长度，要注意程序计算长度系数的定义，一般情况下，杆 件被分割的计算点越多，则计算长度系数越大。应注意：影响构件计算长度的因素很多，程序对复杂情况 下构件计算长度的计算准确性较差，因此，应注意对复杂问题进行适当的简化，对于多层通高的柱子或有 多个计算点分割的构件，应特别注意核算计算长度系数。 关于高大女儿墙的设计计算问题 对高度较大的女儿墙，应注意其平面外受力问题、防倒塌问题等，对于特别高大的女儿墙应设置扶壁 柱，或扶壁框架。主体结构计算时应考虑高大女儿墙的风荷载及地震作用，满足承载能力极限状态要求， 对墙平面外的变形可适当放宽，以不倒塌为原则。对高大女儿墙，有条件时应尽量采用现浇钢筋混凝土墙 板，以获取较大的整体性并提高防倒塌能力，对混凝土墙板应采取设置温度缝等防裂措施。 关于坡地建筑设计问题 对坡地建筑应特别注意其扭转问题，即使建筑平面均匀对称，但坡地对结构的约束高度不同以及挡土 墙的刚度不同等，加大了结构的扭转。 目前，对坡地建筑主要是通过营造局部平地环境消除坡地对建筑物的影响，就是在建筑物的迎坡面 设置永久性挡土墙， 将坡地与建筑物脱开， 避免结构的扭转。 对未经“营造局部平地环境”处理的坡地建筑， 目前尚没有很好的计算办法，一般采用包络设计的方法来估算坡地建筑的扭转。 建议，对坡地建筑应通过营造局部平地环境消除坡地对建筑物的影响，不应在坡地上直接建造高层 建筑，对坡地上的多层建筑，可采用包络设计的方法估算坡地对结构的扭转影响。 关于“楼层位移比”和“层间位移角”问题 常有人问起“楼层位移比”和“层间位移角”的相关问题，此处一并答复：1、“楼层位移比” 1）定义――“楼层位移比”指：楼层的最大弹性水平位移（或层间位移）与楼层两端弹性水平位移（或 层间位移）平均值的比值； 2）目的――限制结构的扭转； 3）计算要求――规定水平地震力作用下，考虑偶然偏心（注意：不考虑双向地震）。 2、“层间位移角” 1）定义――按弹性方法计算的楼层层间最大位移与层高之比； 2）目的――控制结构的侧向刚度； 3）计算要求――不考虑偶然偏心，不考虑双向地震。 3、综合说明： 1）现行规范通过两个途径实现对结构扭转和侧向刚度的控制，即通过对“扭转位移比”的控制，达到限 制结构扭转的目的；通过对“层间位移角”的控制，达到限制结构最小侧向刚度的目的。 2）对“层间位移角”的限制是宏观的。“层间位移角”计算时只需考虑结构自身的扭转藕联，无需考虑偶 然偏心及双向地震。 3）双向地震作用计算，本质是对抗侧力构件承载力的一种放大，属于承载能力计算范畴，不涉及对结 构扭转控制的判别和对结构抗侧刚度大小的判断。 4）常有单位要求按双向地震作用计算控制“扭转位移比”和“层间位移角”，这是没有依据的。但对特别 重要或特别复杂的结构，作为一种高于规范标准的性能设计要求也有它一定的合理性。 4、相关索引 1）江苏省房屋建筑工程抗震设防审查细则第 5.1.3 条规定：先计算在刚性楼板、偶然偏心情况下的扭 转位移比，当扭转位移比大于等于 1.2 时，分别按偶然偏心和双向地震计算，再取最不利的扭转位移比进 行扭转不规则判别。（博主提示：请注意，这是很严格的要求）。 2）复杂高层建筑结构设计（徐培福主编）第 195 页，图 7.1.7，先按不考虑偶然偏心计算扭转位移比， 根据计算结果分两种情况分别计算，一是，当扭转位移比小于 1.2 时，按偶然偏心计算；二是，当扭转位 移比大于等于 1.2 时，按双向地震计算。再根据两次计算结果取不利情况对结构的扭转不规则进行判别。 （博主提示：请注意，这里对采用双向地震的判别是比 1）放松许多，注意，这里的规定都是对复杂高层 建筑而言的，对一般工程，原则上不需要进行这样严格的判别）。 全国统一措施：关于双向地震的相关问题 最近有网友提出关于双向地震的相关问题，此处一并回答： 1、一般情况下，先考虑偶然偏心计算； 1）当为“质量和刚度明显不对称的结构”（可按：一般结构位移比不小于 1.4、复杂结构不小于 1.3 把握） 时，再拨开考虑双向地震开关； 2）当不为上述 1）情况时，直接采用偶然偏心的计算结果。 2、对“质量和刚度明显不对称的结构”可按取偶然偏心和双向地震两次计算结构的较大值。 3、弹性层间位移角，规范要求进行宏观控制，实际工程中应根据工程的具体情况，灵活掌握。省高规：广东省院高层住宅统一措施：关于连梁刚度折减的相关问题 抗规 6.2.13 条文说明： 2 计算地震内力时， 抗震墙连梁刚度可折减； 计算位移时， 连梁刚度可不折减。 抗震墙的连梁刚度折减后，如部分连梁尚不能满足剪压比限值，可采用双连梁、多连梁的布置，还可按剪 压比要求降低连梁剪力设计值及弯矩，并相应调整抗震墙的墙肢内力。 抗规 6.2.13 条：2 抗震墙地震内力计算时，连梁的刚度可折减，折减系数不宜小于 0.50。 广东省院高层住宅统一措施：1,重力荷载、风荷载作用效应计算不宜考虑连梁刚度折减。 2,地震作用效应组合工况， 均可按考虑连梁刚度折减后计算的地震作用效应参与组合。 (效应含位移和内力， 二者宜取相同的折减系数） 3,设防烈度低时可少折减一些(6、7 度时可取 0.7)，设防烈度高时可多折减一些(8、9 度时可取 0.5)。折减系 数不宜小于 0.5 连梁刚度折减的问题 经验算，剪力墙结构 30 层，折减 0.5、0.7 和不折减，周期位移相差很小。 折减 0.5：周期：2.7940 位移角：1/860； 折减 0.7：周期：2.7932 位移角：1/858； 不折减：周期：2.7924 位移角：1/857。 定义为连梁，刚度折减，定义为框架梁刚度放大，两者相对值更大。 问题 1：计算位移时，连梁刚度不折减； 问题 2：计算内力及配筋时，连梁刚度折减； 问题 3：PKPM 连梁梁端弯矩不调幅； 问题 4：程序自动识别为连梁后，计算刚度时不折减； 问题 5：程序自动识别为连梁后，计算内力及配筋时，连梁刚度折减； 问题 6：程序识别为连梁后，pkpm 梁端弯矩不调幅；当程序没有识别为连梁时，框架梁梁端弯矩调幅； 注：计算时至少需要两个模型，一个模型连梁刚度折减系数设置为 1.0，用于计算位移；另一个模型连梁刚 度折减系数设置为 0.5-1.0，用于计算内力及配筋。 《建筑抗震设计规范》GB
第 6.2.13-2：抗震墙地震内力计算时，连梁的刚度可折减，折减 系数不宜小于 0.50。 其条文说明：计算地震内力时，抗震墙连梁刚度可折减；计算位移时，连梁刚度可不折减。《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2010 第 5.2.1：高层建筑结构地震作用组合效应计算时，可对 剪力墙连梁刚度予以折减，折减系数不宜小于 0.5。 其条文说明：本次修订进一步明确了仅在计算地震作用效应时可以对连梁刚度进行折减，对如重力荷 载、风荷载作用效应计算不宜考虑连梁刚度折减。 从以上规范规定得出以下两点： 1.连梁刚度折减仅用于计算地震作用效应，重力荷载、风荷载不考虑连梁刚度折减； 2.计算位移时，连梁刚度不折减。 目前 PKPM2010 版本《SATWE 用户手册》P31：指定该折减系数（连梁刚度折减系数）后，程序在计 算时只在集成地震作用计算刚度阵时进行折减，竖向荷载和风荷载计算时连梁刚度不予折减。 我拿 PKPM2010 做了试验，得出以下结论： 1.PKPM2010 对于用开洞方式建模的连梁，仅对地震作用效应折减，重力荷载、风荷载没有考虑连梁刚 度折减；对于用框架梁建模方式建立的连梁（跨高比小于 5），对所有组合（地震、重力荷载、风）， 均考虑了连梁刚度折减。 2.对于以上两种建模方式，程序在计算层间位移角时，是考虑连梁刚度折减。 全国技术措施：乱的很，有空时重写这个话题，很多计算没必要且错误……（） 最近在做几个短肢剪力墙结构的设计，应用 SATWE 时发现：按照框架梁输入的梁（跨高比大于 5） 在软件里有部分被认为“连梁”，其实连梁也罢了，但是其刚度和框架梁的截然不同。如果按照连梁计算， 则因刚度折减，整体刚度偏柔，周期及位移较大；若按框架梁计算，刚度较大。 一般情况下按照“高规”的条文说明及某些手册的指导，连梁刚度要考虑开裂后的折减（塑性阶段）， 系数一般为 0.5~0.8.；但是按照框架梁的翼缘刚度放大作用，梁刚度要予以放大 1.5~2.0（甚至应更大）。 于是在这里产生了一个矛盾：梁的刚度是放大还是折减？ 跨高比小于 5 的连梁，竖向荷载下的弯矩很小，水平荷载作用下剪切变形敏感。 个人认为： 是不是所谓“连梁”， 不能简单的从跨高比一项考虑， 应该看其在整个体系中起到什么作用， “主要承受水平荷载的为连粱，主要承受竖向荷载的话就是框架粱”。但是，一套结构体系的建立是需要假 设前提的，或者说建模的过程需要预定义，我觉得可以用“跨高比 6”来划界。 解决这个疑问后，自然不用管软件怎么划分，自己认为是“连梁”则刚度折减，是框架梁则刚度放大， 可能需要手工修改软件的参数。 再一个更重要的问题：连梁刚度折减系数该为多少？参考一些规范解释的书籍说法：主要是指那些与剪力墙一端或两端平行连接的梁，由于梁两端往往变 位差很大， 剪力就会很大， 所以很可能出现超筋。 这就要求连梁在进入塑性状态后， 允许其卸载给剪力墙， 而剪力墙的承载力往往较大，因此这样的内力重分布是可以的（补充：是指在塑性阶段，即弹性阶段不该 折减）。 再细看一些介绍规范定义的书籍，所谓连梁刚度折减，是为了保证塑性铰出现，由一些实验得来的较 为保守的数据 0.5~0.8。 但实验的前提都是”片墙“，也就是说根本没有楼板的参与作用。实际工程中，楼板是客观存在的。框 架梁考虑楼板的刚度贡献时其梁的刚度要放大，连梁和楼板也是相联的，楼板对连梁的刚度放大作用也是 客观存在。从理论上讲，这种刚度放大不可忽视，但是我们又希望连梁先于墙体破坏，则通过少配筋的形 式要求连梁先出现塑性铰，以达到体系延性耗能的性能要求，刚度折减就是这种实现手段。 这里的刚度折减系数应该针对”连梁+楼板“而言，但是，需要多大的折减系数能在客观上实现这种理论 （塑性铰出现），还需要需要做很多和实际工程相符的实验来得出其系数。 姑且认为折减系数是合理的，按如下公式计算”折减后梁的有效刚度高度 H'“，这里设梁高 400，梁宽 200，翼缘取 12b。此时得出：按 T 型梁截面有效刚度高度为 360mm，梁折减高度比为 0.9；如果按照矩形截面有效刚度 高度为 355mm，则梁折减高度比为 0.89。 总结，根据力学知识判读此问题，则无论是连梁或是框架梁，楼板的刚度放大作用都是客观存在，当 在弹性阶段时（正常使用状态），连梁及框架梁的刚度系数均为 2；当在塑性阶段时（承载力极限状态， 一般是地震作用控制下），希望连梁上首先出现耗能的塑性铰，则连梁整体刚度折减（连梁+翼缘板），这 个数取多少能实现和现实的吻合需要实验数据得出，目前只能认为”片墙“下的结论【折减系数 0.5~0.8，注 意是指整体刚度折减，如果换算成矩形截面应该是 0.75~1.2（边）/1~1.6（中）】还适用吧！？ 全国民用建筑工程设计技术措施 混凝土结构 对于裂缝计算的说明 作者：seuboy 2.6.5 荷载作用下的受力裂缝控制 1. 按照&混凝土结构设计规范&2010 中公式计算得到的钢筋混凝土受拉、 受弯和偏心受压构件的裂缝宽 度，对于处于一类环境中的民用建筑钢筋混凝土构件，可以不作为控制工程安全的指标 2.厚度≥1m 的厚板基础，无需验算裂缝宽度 3.其他基础构件（包括地下室挡土墙）的允许裂缝宽度可以放宽 0.4mm 说明： 当前许多工程，由于验算受弯裂缝宽度超过规范允许值，因而额外多配很多钢筋，造成很大浪费 工程中混凝土的开裂，绝大多数是由于上述的两大类原因（即混凝土收缩及外部温度作用）及支座沉降造成的， 规范并没有规定出现这类裂缝及宽度的计算方法， 也没有明确这类裂缝是否应与受力裂缝叠加， 原因是这类裂缝的不确定因素很多。 我国对于混凝土构件的受力裂缝宽度的计算公式，有三本规范：建设部、交通部、水利部的混凝土结 构设计规范，计算结构相差很大。交通、水利工程的混凝土构件所处的环境比我们建筑物的构件要严酷的 多，但是建设部的混凝土结构设计规范 2010 计算的将结果确实最大。 有经验的工程师大都有此体会，按规范公式计算本该出现的受力裂缝，在工程构件上根本找不到，而 且在实际工程构件上由荷载试验产生的裂缝宽度，有时却比计算值小一个数量级。 建设部规范裂缝宽度的计算公式是来源于前苏联，前苏联的穆拉谢夫教授在 1949 年专门研究裂缝，他 按纯弯构件，假定构件裂缝间距相等，然后根据裂缝处钢筋应力与混凝土内力等因素，推导出裂缝宽度， 并根据实验数据得出最后公式。我国东南大学丁大钧继承了穆拉谢夫的思路，后来中国建筑科学院也对此 进行研究，得出裂缝宽度的公式。 由此，我们应该明确 混凝土结构设计规范 2010 裂缝宽度计算公式的适用范围： 1.只适用于单向简支受弯构件。双向受弯构件不适用，如双向板、双向密肋板 目前规范中有关裂缝控制的盐酸方法，是沿用早期低强钢筋以简支梁构件形式进行实验研究的结果， 与实际工程中的承载能力和裂缝状态相差很大。由于工程结构中梁板的支座约束，楼板的拱效应和双向作 用等的影响，实际裂缝状态比验算结果要有利得多。采用高强材料以后，受力钢筋的应力大幅提高，裂缝 状态将取代承载能力成为控制设计的主要因素，从而制约高墙材料的应用。而与国外规范比较，我国裂缝 宽度的验算结果偏于严厉。试验观察表明实际裂缝呈 V 字形，钢筋表面的裂缝宽度远小于构件表面。 不少审图单位要求设计单位提供双向板的裂缝计算宽度和挠度，实际上规范中并未提供计算的方法， 所以这种要求是没有意义和依据的。 2.对于连续梁计算裂缝宽度偏大。主要是因为连续梁受荷后，端部外推受阻产生拱效应，降低了钢筋 应力。 3.外挡墙是压弯构件，不宜采用此式计算。 计算裂缝宽度，目的是使裂缝控制在一定限度内，以减少钢筋锈蚀。但在一类环境中，裂缝宽度对于 钢筋锈蚀没有明显影响，这在世界上已有共识。传统的观点认为，裂缝的存在会引起钢筋锈蚀加速，减短 结构寿命。但近 50 年国内外所做的多批带裂缝混凝土构件长期暴露试验以及工程的实际调查表明，裂缝宽 度对于钢筋锈蚀程度并无明显关系。许多专家认为，控制裂缝宽度只是为了美观或心理上的安全感。美国 规范 ACI138 规范自 1999 年版开始取消了以往室内、室外区别对待裂缝宽度允许值的做法，认为在一般的 大气环境条件下，裂缝宽度控制并无特别意义；欧盟规范 EN 认为“只要裂缝不削弱结构功能，可 以不对其加以任何控制”， “对于干燥或永久潮湿环境， 裂缝控制仅保证可接受的外观； 若无外观条件， 0.4mm 的限值可以放宽”。 有时，裂缝宽反而比窄对结构更有利，构件反而不易锈蚀。海水、除冰盐等化学腐蚀环境下，细缝更 易由毛细管作用而进水（侵蚀性的），侵蚀水进去后，不宜由雨水等冲刷掉，因此对构件更不利。 综上所述： 1. 混凝土结构设计规范 2010 裂缝宽度的计算公式所得出的裂缝宽度偏大 2.该公式适用范围，适用于简支梁（单向受弯构件），不适用于连续梁和双向受力构件，也不适用于压弯 构件如地下室外挡墙板等等；现在一些程序给出的裂缝计算结果有些不可靠，没有合理的理论依据，不宜 采用。 关于抗拔桩的试桩问题 抗拔桩的试桩和抗压桩的试桩有相同点也有不同点（我的地基书上有表格说明）： 1、为设计提供依据的试验桩（抗压、抗拔）： 1）当进行破坏性试验时，可加载至桩侧土破坏或达到桩身材料强度； 2）当试验桩试验完后还要作为工程桩使用时，还应满足工程桩试桩的下列要求。 2、工程桩（抗压、抗拔）的试桩要求：1）抗压工程桩，应加载至 2Ra； 2）抗拔工程桩，桩基检测规范明确要求“按设计要求控制最大上拔荷载，但应留有足够的安全储备”，之 所以规范没有规定要取抗拔承载力特征值 T 的 2 倍，是因为，实际工程中，抗拔桩主要由桩身强度和裂缝 控制，所以工程桩抽样检测时，按 1.35T 设计是恰当的。 当然，一定要按 2T 加载也行，但必须对工程桩按 2T 作为桩顶拉力设计值配置抗拔桩的纵向钢筋并验算 抗拔桩的裂缝。 3、 抗压桩常由桩侧和桩端岩土的承载力控制， 因此， 试桩时要取 2Ra， 而对于由桩身强度控制的受压桩， 天津规范规定，工程桩抽样检测时“可按设计要求的加载量进行”即不要求加载至 2Ra。对抗拔桩的工程桩 抽样检测也是如此。 关于强柱弱梁 影响强柱弱梁的因素很多，涉及：计算假定、梁端负弯矩钢筋、梁端正弯矩钢筋、梁端裂缝验算、楼 板配筋等诸多问题。规范采用加法，就是加大柱端弯矩设计值，但实际工程中要实现强柱弱梁难度很大， 按目前设计计算方法设计，基本上只是一个梦。主要问题如下： 1. 计算梁端与实际梁端位置不统一，导致梁端计算负弯矩过大，加大强柱弱梁的负担； 2. 梁端底部实配钢筋与强柱弱梁验算相差巨大， 程序的强柱弱梁验算未考虑规范强条规定的框架梁梁端 上下钢筋配置要求，强柱弱梁验算结果严重不真实； 3. 裂缝验算时梁端弯矩取值不合理，导致梁端配筋过大，而梁端配筋加大后未进行强柱弱梁的再验算； 4. 实际工程中，楼板钢筋的影响，楼板越厚，影响越大。 考虑上述问题，经估算现阶段要实现强柱弱梁，柱端弯矩放大系数应不小于 2. 强柱弱梁的根本目的是为确保大震时的梁铰机制，最为紧迫的是按规范要求改进计算程序，还强柱弱梁 验算的真实情况。实际工程中，建议可多做减法，应严格控制梁端正负钢筋，配筋应做到：梁端不多、跨 中不少、总量控制，这样强柱弱梁才有可能。 连梁和框架梁的区别 框架梁是框架结构中柱与柱之间的梁，连梁是剪力墙结构中墙与墙之间的梁。那么框剪结构中连接框架 与剪力墙的梁是连梁还是框架梁???新高规 JGJ 3-2002 中第 7.1.8.条的修正又说明了什么问题???..... 或许我们对框架梁及连梁从其受力变形特征的一个更广义的慨念来作定义，构件设计的概念将更清晰。 框架梁----以弯曲变形为主的构件即为框架梁 连梁-------以剪切变形为主的构件即为连梁 弯曲变形与剪切变形的分界线以梁的高跨比 H/L=5 来划分。 任何高跨比过大(H/L&1/5)的构件，无论是框架梁、柱或剪力墙连梁其变形均为剪切变形为主，受剪效应 大于受弯效应，构件容易发生脆性破坏。 当构件高跨比 H/L&1/4 时，无论是框架梁、柱或剪力墙连梁其变形均为弯曲变形为主，受弯效应大于受 剪效应，构件以发生弯曲破坏为主。这就是为什么新规范&JGJ 3-2002 __P69&中对剪力墙连梁的设计作了第 7.1.8 修正的原因。 其实规范的修正还不彻底。何为框架梁?何为连梁?如按以上定义进行修正，那么构件设计的概念将更清 晰。 这不是我的发明， 而是 PKPM 系列杆系分析程序中分析杆系结构的基本假定。PK、 TAT、 包括 SATWE 在分析梁、柱杆件时均不考虑构件的剪切变形。而只考虑构件的弯曲变形。 但是当构件高跨比过大(H/L&1/5)时，此时构件不但有弯曲变形，剪切变形效应将增大，并且剪切变形会 大于弯曲变形效应。此时不考虑构件的弯曲变形构件的内力分析是不精确的。这时按杆系假定分析构件， 因为没有考虑剪切变形构件会偏刚。 这就是为什么剪力墙连梁(剪力墙连梁往往高跨比 H/L&1/5)在分析受力 时刚度允许折减的原因。 在分析框架内力时，当构件高跨比 H/L&1/4 时同样会发生以上情况。但是内力分析结果如果不是超筋， 那么按分析结果配筋还是偏安全的。由以上分析可知：即使在框架结构中，构件高跨比不但影响构件的受力变形特征，还影响构件内力分析 的准确性。**往往使人疏忽的是还影响杆系构件的配筋方式。 因此在结构设计中很有必要将框架梁与连梁从一个更广义的慨念来定义。 无论是连接柱的梁还是连接墙的梁，只要高跨比 H/L&1/4 即为连梁，其特征以剪切变形为主，梁配筋以 防止脆性破坏为主，当内力分析结果箍筋超筋时允许其刚度折减。 无论是连接柱的梁还是连接墙的梁，只要高跨比 H/L&1/4 即可作为框架梁，其特征以弯曲变形为主，梁 内力允许调副，配筋以保证 Xb/ho--相对界限受压区高度为主，并做到强剪弱弯、强节弱杆、强柱弱梁连梁 是指两端与剪力墙相连且跨高比小于 5 的梁。框架梁是指两端与框架柱相连的梁，或者两端与剪力墙相连 但跨高比不小于 5 的梁。 两者相同之处在于：一方面从概念设计的角度来说，在抗震时都希望首先在框架梁或连梁上出现塑性铰 而不是在框架柱或剪力墙上，即所谓“强柱弱梁”或“强墙弱连梁”;另一方面从构造的角度来说，两者都必须 满足抗震的构造要求，具体说来框架梁和连梁的纵向钢筋(包括梁底和梁顶的钢筋)在锚入支座时都必须满 足抗震的锚固长度的要求， 对应于相同的抗震等级框架梁和连梁箍筋的直径和加密区间距的要求是一样的。 两者不相同之处在于，在抗震设计时，允许连梁的刚度有大幅度的降低，在某些情况下甚至可以让其 退出工作，但是框架梁的刚度只允许有限度的降低，且不允许其退出工作，所以规范规定次梁是不宜搭在 连梁上的，但是次梁是可以搭在框架梁上的。一般说来连梁的跨高比较小(小于 5)，以传递剪力为主，所以 规范对连梁在构造上作了一些与框架梁不同的规定，一是要求连梁的箍筋是全长加密而框架梁可以分为加 密区和非加密区， 二是对连梁的腰筋作了明确的规定即“墙体水平分布钢筋应作为连梁的腰筋在连梁范围内 拉通连续配置;当连梁截面高度大于 700mm 时， 其两侧面沿梁高范围设置的纵向构造钢筋(腰筋)的直径不应 小于 10mm，间距不应大于 200对跨高比不大于 2.5 的连梁，梁两侧的纵向构造钢筋(腰筋)的面积配筋 率不应小于 0.3%”且将其纳入了强条的规定， 而框架梁的腰筋只要满足“当梁的腹板高度 hw≥450mm 时， 在 梁的两个侧面应沿高度配置纵向构造钢筋，每侧纵向构造钢筋(不包括梁上、下部受力钢筋及架立钢筋)的 截面面积不应小于腹板截面面积 bhw 的 0.1%，且其间距不宜大于 200mm。” 且不是强条的规定。 在施工图审查的过程中发现设计人常犯的错误有：一是把两端与剪力墙相连且跨高比小于 5 的梁编成了 框架梁，而且箍筋有加密区和非加密区，或把跨高比不小于 5 的梁编成了连梁;二是在连梁的配筋表中不区 分连梁的高度和跨高比而笼统的在说明中交待一句“连梁腰筋同剪力墙的水平钢筋”，这时如果连梁中有梁 高大于 700mm 或跨高比不大于 2.5 而剪力墙墙身配筋率小于 0.3%或水平分布筋的直径不大于 8mm 时，容 易违反“高规”第 7.2.26 条的规定，而且该条还是强条，这应引起设计人的注意。 框剪结构 一跨在两端在墙上 应该命名 KL 还是 L? A：很多人在绘制梁平法施工图的时候都有点迷惑，两端与柱相连的叫 KL，两端与剪力墙水平相连的 叫 LL，两端与主梁相连的叫 L，这大家都知道，那么除此之外呢？一端和柱相接，一端和主梁相接的叫什 么呢？一端和剪力墙平行接，一端和剪力墙垂直相接的叫什么呢？是不是概念有点模糊了？今天在这里我 给大家总结一下。 首先有个概念需解释一下，框架梁也好，次梁也好，连梁也好，最大的区别体现在地震时水平抗震力 从一个竖向抗侧构件到另一个竖向抗侧构件的传递模式上的区别： 1. 两端与柱相接----框架梁。框架梁的两端都是固结，可以在水平地震荷载下传递剪力，框架梁的水平 地震荷载下的剪力是二端大，中间为 0，故框架梁有箍筋加密区，中间部分箍筋不用加密。 2. 两端与主梁相接----次梁。次梁的两端都是铰接，次梁相接的不是竖向抗侧构件，因此不传递水平地 震荷载下的剪力。所以次梁不用设置箍筋加密区。 3. 两端都和剪力墙水平相接----这种情况分 2 种（按《高规》JGJ3-2002 中 7.1.8 条规定）： a） 跨高比＜5，且剪力墙长度能满足梁纵筋锚入墙内的长度≥LaE，且Q600mm----连梁。 一跨有一端在墙上，一端在主梁上的两跨梁跨高比＜5 是要求连梁有足够的刚度， 不只在联肢墙内部传递剪力， 还要平衡两端剪力墙的弯曲应力， 连梁的箍筋要求是按同等级的框架梁加密箍的要求， 沿梁全长加密箍筋。 此种连梁在外墙窗洞处应用较多， 特别是结构体形扭转不规则的情况，为了满足结构抗扭刚度或避免外墙在扭转变位较大时，外墙砌体与混 凝土梁产生错位裂缝，一般窗下墙也采用混凝土整浇，与楼面以下、窗洞以上部分一起形成一道深梁，按 普通住宅层高 2.8m，窗高 1.5m 考虑，此深梁高度有 1.3m，其刚度相当大。此种连梁若不按剪力墙洞口输 入，则计算误差会很大。 b）跨高比≥5----框架梁。 由于 PKPM 对连梁的定义是两端与剪力墙相交的梁，当连梁的跨高比≥5 时，其受力机理类似于框架梁 （《高规》7.1.8 条）。 第一种情况连梁应按剪力墙洞口输入（在 SATWE 里是用和剪力墙相同的壳元来模拟），否则会导致 （1）结构刚度失真；（2）连梁受力模式不正确。虽然 PKPM 说程序已采用了变形协调方程来解决梁和墙 接触面的变形问题，但计算结果仍然相差很大。第二种情况连梁应按主梁输入并定义其为框架梁。 4. 一端与竖向抗侧构件相连，一端与梁相接----次梁。 5. 一端与框架柱相连，一端与剪力墙平行相连----框架梁。 6. 一端与框架柱相连，一端与剪力墙垂直相连----框架梁。 剪力墙也有平面外刚度，可以近似看做一个长扁柱，按照新高规 JGJ3-2002 中 7.1.7 条的要求，应控制 剪力墙的平面外弯距，应至少采用下面的一个措施： 1）沿梁轴线方向设置与梁相连的剪力墙； 2）在梁与墙相交处设置扶壁柱； 3）不能设置扶壁柱时，应设置暗柱，并按计算配筋。 注：当剪力墙厚度较小，梁与剪力墙垂直相交时，梁端纵筋的水平锚固长度 0.4Lae 可能不满足，此时 可采用减小纵筋直径同时加大纵筋根数，或是采用机械锚固来满足要求。 7. 一端与剪力墙水平相连，一端与剪力墙垂直相连----框架梁。 8. 两端都和剪力墙垂直相接----框架梁（构造同 6）。 关于楼梯的影响问题 2008 版《抗震规范》第 3.6.6 条指出：结构“计算中应考虑楼梯构件的影响”，但对在实际执行过程中 如何考虑楼梯的影响则未予明确，需要设计人员根据工程的具体情况灵活把握。 楼梯对结构的影响程度与结构体系有关，结构的侧向刚度越大（如剪力墙结构），则楼梯对结构的影 响程度越小；结构的侧向刚度越小（如框架结构），则楼梯对结构的影响程度越大。楼梯与结构的影响是 相互的，楼梯影响结构的同时，结构也在影响楼梯，因此，需要对结构和楼梯均采取相应的结构措施。 在结构计算中，通常将楼梯作为斜杆（斜板）模拟，其弹性侧向刚度很大，对结构计算指标的影响也 很大。但实际地震中，楼梯的弹塑性性能究竟如何，尚没有明确的结论，需要不断研究。因此，目前情况 下，一般可只在承载力计算中考虑楼梯的作用，并按考虑与不考虑分别计算、包络设计。对楼梯间四周有 钢筋混凝土剪力墙围合的剪力墙结构或框架-剪力墙结构中的楼梯，可不考虑楼梯的影响。 由于博客无法上传图表，相关问题可见我的新书――《建筑结构设计问答及分析》。 关于消防车荷载的简化计算 规范明确规定了等效均布荷载的计算原则，但由于消防车轮压位置的不确定性，实际计算复杂且计算 结果有时与规范数值出入很大，对双向板问题更加突出.为方便设计，并应网友的要求，此处提供满足工程 设计要求的等效荷载计算表（此为博主正在编辑整理的书稿内容），供设计者选择使用。 1．不同板跨时，双向板等效均布荷载的简化计算表格 表 1 中列出了在消防车 （300kN 级） 轮压直接作用下， 不同板跨的双向板其等效均布荷载简化计算数值， 供读者参考。 表1 消防车轮压直接作用下双向板的等效均布荷载板跨（m） 等效均布荷载(kN/m )22.0 35.02.5 33.13.0 31.33.5 29.44.0 27.54.5 25.65.0 23.85.5 21.9≥6.0 20.02. 不同覆土厚度时，消防车轮压等效均布荷载的简化计算 不同覆土厚度时，对消防车轮压等效均布荷载数值的计算可采取简化方法，考虑不同覆土厚度对消防 车轮压等效均布荷载数值的影响，近似可按线性关系按表 2 确定。 表2 覆土厚度 （m） 调整系数 消防车轮压作用下，不同覆土厚度时的等效均布荷载调整系数≤0.25 1.000.50 0.920.75 0.851.00 0.771.25 0.701.50 0.621.75 0.552.00 0.472.25 0.40≥2.50 0.323. 综合考虑板跨和不同覆土层厚度时，消防车轮压等效均布荷载的确定 考虑板跨和不同覆土层厚度确定消防车轮压作用下的等效均布荷载数值时，可采用简化计算方法，参 考表-3，表-4 确定不同板跨、不同覆土层厚度时的等效均布荷载数值。 表3 板跨 （m） ≥2 ≤0.25 35.0 0.50 32.4 0.75 29.7 1.00 27.1 消防车轮压作用下单向板的等效均布荷载值(kN/m2) 覆土厚度（m） 1.25 24.5 1.50 21.8 1.75 19.2 2.00 16.6 2.25 13.9 ≥2.50 11.3表4消防车轮压作用下双向板的等效均布荷载值(kN/m2)板格的短 边跨度（m） 2.0 2.5 3.0 3.5 4.0 4.5 5.0 5.5 ≥6.0覆土厚度（m） ≤0.2 5 35.0 33.1 31.3 29.4 27.5 25.6 23.8 21.9 20.0 0.50 32.4 30.7 29.1 27.4 25.7 24.0 22.4 20.7 19.0 0.75 29.7 28.3 26.9 25.4 23.9 22.4 21.0 19.5 18.1 1.00 27.1 25.8 24.6 23.4 22.1 20.8 19.6 18.4 17.1 1.25 24.5 23.4 22.4 21.4 20.3 19.2 18.2 17.2 16.1 1.50 21.8 21.0 20.2 19.3 18.5 17.7 16.9 16.0 15.2 1.75 19.2 18.6 18.0 17.3 16.7 16.1 15.5 14.8 14.2 2.00 16.6 16.1 15.7 15.3 14.9 14.5 14.1 13.7 13.2 2.25 13.9 13.7 13.5 13.3 13.1 12.9 12.7 12.5 12.3 ≥2.50 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.34. 等效均布荷载属于结构估算的范畴， 追求过高的计算精度对工程设计而言没有必要。 实际工程中应注 意效应的统一性，即注意在不同效应时，等效荷载不可通用。 与剪力墙有关的结构体系问题 不少网友对与剪力墙有关的结构体系概念模糊，提的相关问题也很不专业，建议对此问题感兴趣的网友 阅读建筑结构 2007.9 期上我的文章“对剪力墙及相关结构体系的认识与把握”，也可以去我的网页看看。文 中回答下列问题： 1、什么是少量剪力墙的框架结构 2、什么是框架-剪力墙结构 3、什么是少量框架的剪力墙结构 关于“足够的覆土层厚度”自从我的《建筑结构设计规范应用图解手册》出版以来，常有读者就第 13 页表 4.1.1-3 的“覆土厚度足 够”提出量化要求，今补充说明如下： 表 4.1.1-3 汽车类型 荷载(kN/m ) 覆土厚度足够时 hmin（m）2覆土厚度足够时消防车的荷载100kN 汽车 4.25 2.50150kN 汽车 6.34 2.40200kN 汽车 8.50 2.35300kN 汽车 11.25 2.30550kN 汽车 11.38 2.60足够的覆土厚度指：汽车轮压通过土层的扩散、交替和重叠，达到在某一平面近似均匀分布时的覆土 层厚度。 足够的覆土厚度数值应根据工程经验确定，当无可靠设计经验时，可按后轴轮压的扩散面积不小于按 荷重比例划分的汽车投影面积确定 （如： 300kN 级汽车， 汽车的合理投影面积为 （8+0.6） × （2.5+0.6） =26.66m2， 后轴轮压占全车重量的比例为 240/300=0.8， 取后轴轮压的扩散面积为 0.8× 26.66=21.33m2， 相应的覆土厚度 为 hmin，当实际覆土厚度 h≥hmin 时，可认为覆土厚度足够）取表中 hmin 数值。 关于少量剪力墙的框架结构 关于少量剪力墙的框架结构的设计原则问题，最近常有网友和同行问起，现回复如下： 1、设计计算原则 1）结构计算 （1）按框架-剪力墙结构计算； （2）按纯框架结构（取消剪力墙）计算； （3）按纯框架结构（取消剪力墙）验算框架结构在罕遇地震下的弹塑性位移并满足规范的要求； 2）结构的位移及结构的规则性判断按上述计算（1）确定； 3）框架设计 （1）框架的抗震等级按纯框架结构确定； （2）按上述（1）、（2）进行框架的包络设计； 4）剪力墙设计 （1）剪力墙的抗震等级可取四级； （2）剪力墙可构造配筋； （3）对剪力墙基础应按上述计算（1）、（2）进行包络设计。 2、原因分析 1、少量剪力墙的框架结构属于框架结构，设置少量剪力墙的根本目的在于满足规范对框架结构的位 移限值（1/550）要求； 2、只有在框架结构承载能力满足规范要求，而在多遇地震作用下结构的弹性层间位移角不满足规范 的要求（≤1/550）时，才需要设置少量剪力墙； 3、少量剪力墙的框架结构中，剪力墙只用来辅助框架结构，满足规范对框架结构在多遇地震下结构 的弹性层间位移角限值要求，换句话说，用的只是剪力墙的弹性刚度（即只与 EI 有关，而与结构开裂以后 的弹塑性刚度没有关系，所以，可不关注剪力墙及连梁的超筋问题），少量的剪力墙（由于墙的数量太少） 并没有象框架-剪力墙结构中的剪力墙那样，起到一道防线的作用，所以对少量剪力墙中的剪力墙设计应有 别于框架-剪力墙结构中的剪力墙； 4、考虑框架和剪力墙协同工作，使少量剪力墙的框架结构在多遇地震下结构的弹性层间位移角满足 规范的要求（≤1/550）。 3、其他问题 1）需要说明的是：对剪力墙的设计，只要不低于上述设计原则都是可行的。 2）对少量剪力墙的框架的设计时，应与施工图审查单位多沟通，以利于施工图的审查和通过。3）广东规范（DBJ/T 15-46-2005)中要求，在少量剪力墙的框架结构中，剪力墙按框架-剪力墙结构 中的剪力墙确定抗震等级， 只能从其作为地方标准就是要提高此类结构中剪力墙的抗震等级这方面去理解。 4、我的相关文章 就对少量剪力墙的框架结构的认识和理解，欢迎大家阅读我的相关文章。 1）建筑结构设计规范应用图解手册》第 337-338 页； 2）建筑结构.术通讯 2007.5，“配置少量剪力墙的框架结构”； 3）建筑结构.术通讯 2007.9，“对剪力墙及相关结构体系的认识与把握”。 对剪力墙的认识与把握 1、规范对剪力墙的相关规定 1）剪力墙的划分：依据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2002（以下简称：“高规”）的相关规定， 各类墙肢截面高宽比（截面高度 h 与厚度 bw 的比值，即 h /bw ）见表 1。 表1 剪力墙分类 剪力墙截面高宽 比 一般剪力墙 h/bw＞8 各类剪力墙的墙截面高宽比 短肢剪力墙 8≥h/bw ≥5 超短肢剪力墙 5＞h/bw ＞3 柱形墙肢 h/bw≤3说明：表中“超短肢剪力墙”、“柱形墙肢”是笔者为便于区分不同情况而划分的。 2）关于短肢剪力墙：短肢剪力墙较多的剪力墙结构的设计要求见表 2。 表2 序 号 1 项目 结构的最大适用高度 H （抗震与非抗震） 筒体和一般剪力墙承受的 第一振型底部地震倾覆力矩 短肢剪力墙的抗震等级 短肢剪力墙的轴压比 抗震设计时，短肢剪力墙除底部加强 部位外的各层剪力设计值增大系数 抗震设计时，短肢剪力墙截面的全部 纵向钢筋的最小配筋率 短肢剪力墙的最小截面厚度 7 度和 8 度抗震设计时 短肢剪力墙较多的剪力墙结构的设计要求 规定比剪力墙适当降低，且 7 度 H≤100m、8 度 H≤60m ≥0.5 为结构总底部倾覆力矩 应比一般剪力墙提高一级 抗震等级为一、 二、 三级时分别不宜大于 0.5、 0.6 和 0.7； 无翼墙或端柱时其轴压比限值降低 0.1 一级 1.4、二级 1.2 底部加强部位 1.2% 其他部位 1.0% 200mm 短肢剪力墙宜设置翼缘。一字形短肢剪力墙平面外不宜 布置与之单侧相交的楼面梁2 3 456 7 82、对规范规定的理解与认识 1）“混凝土规范”规定 h/bw＞4 时，按剪力墙要求设计； 2）对于 h/bw ≤3 的剪力墙墙肢，规范规定按框架柱进行截面设计。注意：此处规范规定的是“按框架柱 进行截面设计”，就是在抗力设计时，采用柱截面计算的原则来确定墙肢的，其他要求同墙。有文献提出墙 肢的轴压比也按框架柱要求。比较可以发现，在抗震等级相同时，规范对于框架柱的轴压比限值要远大于 对墙肢轴压比限值，因此对小墙肢按框架柱要求控制轴压比是不合适的。 3）当短肢剪力墙较多时，应采取相应的结构加强措施，见表 2，概括起来主要有以下几点： （1）短肢剪力墙的纵向配筋，不区不同分抗震等级，加强部位相当于一级抗震等级时的一般剪力墙约束 边缘构件的配筋要求，其他部位则当于二级抗震等级时的一般剪力墙约束边缘构件的配筋要求。 （2）对短肢剪力墙应进行剪力再增大（增大系数：一级 1.4，二级 1.2）。（3）对普通剪力墙只限制加强部位的轴压比（一级 0.5（9 度 0.4）、二级 0.6），而对短肢剪力墙则限 制所有部位（加强区与非加强区）的轴压比（一级 0.5、二级 0.6、三级 0.7）。 （4）对一字形短肢剪力墙应采取比带翼墙短肢剪力墙更严格的抗震措施（轴压比限值再降 0.1）。 4）当短肢剪力墙不较多时，可不采取短肢剪力墙较多时相应的结构加强措施； 5）抗震与非抗震设计的高层建筑结构均不应采用全部为短肢剪力墙的剪力墙结构。 6）规范没有明确规定单层及多层建筑结构不应采用全部为短肢剪力墙的剪力墙结构； 3、对剪力墙划分的设计建议 1）短肢剪力墙的实用划分原则：短肢剪力墙（8≥ h/bw ≥5）分为一字形短肢剪力墙和带翼墙（翼墙长度 ≥3 时）短肢剪力墙。当剪力墙截面厚度 bw≥H/15（H 为层高）、 ≥300mm 且 ≥2000mm 的墙，可不按短 肢剪力墙考虑。（注意：广东省标准（DBJ/T 15-46-2005）规定：“剪力墙截面高度与厚度之比大于 4、小 于 8 时为短肢剪力墙。当剪力墙截面厚度不小于层高的 1/15，且不小于 300mm，高度与厚度之比大于 4 时 仍属一般剪力墙”。上述规定在墙厚 300mm 时出现很大的跳跃）。 2）对有效翼墙的判定，有资料依据规范对剪力墙边缘构件范围的规定，来定义 T 型截面剪力墙的翼墙 长度（要求在翼墙宽度每侧不小于 2 倍墙厚时才认定翼墙有效）是不合理的，任何情况下，当翼墙长度不 小于墙肢厚度 （注意此处是墙肢的截面厚度， 而不是翼墙本身的截面厚度 ） 的 3 倍时， 均可认为翼墙有效。 3）对短肢剪力墙较多的判别 所谓“短肢剪力墙较多”没有定量的界限，但从概念上说，可以从承受竖向荷载的能力、结构底部的倾覆 力矩及结构的均匀对称性三方面综合确定，当符合下列条件之一时，可判定为“短肢剪力墙较多”。 （1）短肢剪力墙的截面面积占剪力墙总截面面积 50%以上； （2）短肢剪力墙承受的第一振型底部地震倾覆力矩达到结构总倾覆力矩的 40%~50%时； （3）短肢剪力墙承受荷载的面积较大，达到楼层面积的 40%~50%以上（较高的建筑允许的面积应取更 小的数量）； （4）短肢剪力墙的布置比较集中，集中在平面的一边或建筑的周边。也就是说，当短肢剪力墙出现破坏 后，楼层有可能倒塌。 上述（1）、（2）项，其本质是对结构倾覆力矩的判别，比较可以发现：当按（1）要求判别时，短肢剪 力墙的倾覆力矩约为结构倾覆力矩的 20%~30%，相比（2）小得多；（3）、（4）项则从短肢剪力墙承受 竖向荷载的能力及结构均匀对称的角度来把握。 4）当在剪力墙结构中设置少量的短肢剪力墙时，并不影响对原结构体系的判别，其结构仍可确定为剪力 墙结构，可不采取规范对短肢剪力墙较多时相应的结构加强措施； 4．剪力墙倾覆力矩比对结构体系的影响分析 1）对任何形式的钢筋混凝土结构，都可以通过结构底部剪力墙的倾覆力矩 Mw 与结构底部总倾覆力矩 M0 的比值加以区分（图 1），结构体系与 Mw/M0 的大致关系见表 39。 （由于博客无法将图形展现出来，更多了解请去工作室网页，或查阅我的《图解》及《问答》书） 图1 表3 结构体系 Mw/M0 纯框架结构 0 结构体系与 Mw/M0 的大致关系 结构体系与 Mw/M0 的大致关系 框架-剪力墙结构 强框架 0.2~0.5 弱框架 0.5~0.8 少量框架的 剪力墙结构 0.8~1.0 剪力墙结构 1.0少量剪力墙 的框架结构 0~0.2注：对应于少量剪力墙的框架结构，上表相应确定少量框架的剪力墙结构。 2）剪力墙倾覆力矩的取值 对剪力墙倾覆力矩的取值部位， 规范没有明确的规定 （短肢剪力墙较多时除外） ， 应根据工程经验确定， 一般情况下，对均匀对称的结构可取结构底部，对其他结构可取底部加强部位。 3）对框架-剪力墙结构，可根据 Mw/M0 比值判定为强框架或弱框架的框架-剪力墙结构。（1）当 0.2＜ Mw/M0 ＜0.5 时，属于强框架的框架-剪力墙结构，相应地框架的抗震等级按框架结构确 定； （2）当 0.5≤ Mw/ M0＜0.8 时，属于弱框架的框架-剪力墙结构，为典型的框架-剪力墙结构体系； （3）是否可将结构确定为框架-剪力墙结构，关键看结构是否能真正形成二道防线。 4）关于少量框架的剪力墙结构 在剪力墙结构中设置少量的框架，结构的主要抗侧力构件仍为剪力墙，少量框架根本起不到二道防线的 作用，因此，不能将其归类为框架-剪力墙结构，在结构设计中应采用包络设计的原则，设计剪力墙时，可 不考虑框架柱的抗侧作用（在框架柱 EA 不变时，对 EI 取小值），按纯剪力墙结构计算；对框架柱可按框 架-剪力墙结构中的框架柱设计。 5）关于少量剪力墙的框架结构 （1）少量剪力墙的框架结构仍应归类为框架结构； （2）只有在纯框架结构强度计算满足规范要求，而框架结构的弹性位移角不满足 1/550 的要求时，才设 置少量剪力墙以使结构的弹性位移满足 1/550 的要求，设置剪力墙的根本目的是为了利用剪力墙的弹性刚 度，满足规范对框架结构的弹性位移限值要求； （3）规范只规定“结构分析计算应考虑该剪力墙与框架的协同工作”，但仅进行协同工作计算是不够的， 对框架结构应分步计算，即按纯框架结构（去除剪力墙）计算、按框架-剪力墙结构计算，采用包络设计的 原则，框架的抗震等级按框架结构确定； （4）应特别注意：对少量剪力墙的框架结构应验算在剪力墙失效后（去除剪力墙）结构的弹塑性变形， 并应使其满足规范对框架结构的要求。 （5）剪力墙的设计 规范未明确少量剪力墙的框架结构中剪力墙的设计原则，这给剪力墙设计带来相当的困难，剪力墙的设 计也成为此类结构设计的焦点，其关键问题集中在剪力墙的抗震等级的确定和配筋原则等。 有文献要求按框架-剪力墙结构确定剪力墙的抗震等级并配筋，实际工程中问题很多，首先，结构体系混 淆不清，与框架-剪力墙结构混为一谈，其次，由于设置的剪力墙很少，剪力墙的超筋现象很普遍，也无法 按一般剪力墙设计。为此文献[4、5]提供了对剪力墙设计的三种方法供读者选择采用。 （6）特别建议 由于布置少量剪力墙的框架结构在设计原则及具体设计中存在诸多不确定因素，给结构设计和施工图审 查带来相当的困难，笔者建议，结构设计中应尽量避免采用，尽可能采用概念清晰、便于操作且抗震性能 较好的框架-剪力墙结构。 当必须采用时， 应提前与施工图审查单位沟通， 以利于设计顺利进行， 避免返工。 6）根据 Mw/M0 的比值确定结构体系，在对结构体系区分的量值把握上可以有所不同（如图 1 中 0.2 和 0.8），但不影响对结构体系的宏观控制标准，为此在实际工程中应尽量避免采用结构体系分界线附近的 结构（图 1 中 Mw/M0 =0.2、0.8 附近区域），避免因结构设计的调整带来结构体系飘忽，给结构设计及施 工图审查带来困难。 参考文献 [1] 高层建筑混凝土结构技术规程（JGJ3-2002）中国建筑工业出版社。 [2] 建筑抗震设计规范（GB）中国建筑工业出版社。 [3] 朱炳寅、陈富生。建筑结构设计新规范综合应用手册中国建筑工业出版社 2005。 [4] 朱炳寅。建筑结构设计规范应用图解中国建筑工业出版社 2005。 [5] 朱炳寅。配置少量剪力墙的框架结构建筑结构。技术通讯 2007.5 对框架柱的转换和对剪力墙转换的区别 1、 “混凝土高规”规定，结构的转换分为对框架柱的转换和对剪力墙的转换两种，转换构件所在的楼层 称为框支层，结构转换的部位在高层建筑结构的底部（换言之，不在结构底部的转换，可不执行“混凝土高 规”对转换层设计的相关规定，或可参考“混凝土高规”的规定并适当降低要求）；2、 对框架柱的转换――当转换构件承托的上部楼层竖向构件为框架柱时的转换， 规范对框架柱的转换没 有层数的限制，只需要满足“混凝土高规”对框架柱转换的要求，可不执行“混凝土高规”对部分框支剪力墙 结构的设计要求； 3、 对剪力墙的转换――当转换构件承托的上部楼层竖向构件为剪力墙时的转换， 相应的剪力墙被称作为 “框支剪力墙”。规范对剪力墙的转换有严格的位置（层数）要求； 4、广东省标准（DBJ/T 15-46-2005）规定：当框架-剪力墙或筒体结构仅少量剪力墙不连续，需转换的剪 力墙面积不大于剪力墙总面积的 8%时，可仅加大水平力转换路径范围内的板厚、加强此部分的板配筋，并 提高转换结构的抗震等级。框支框架的抗震等级应提高一级，特一级时不再提高。结构的最大适用高度可 按一般框架剪力墙或筒体结构采用（注意：此时结构最大适用高度的限值不需要按框支结构确定）； 5、 广东省标准（DBJ/T 15-46-2005）还规定：对建筑物上部（注意：此处与 10.2.1 条的“高层建筑结构 的底部”相对应）楼层仅部分柱不连续时，可仅加强转换部位楼盖，但转换托梁的承载力安全储备应适当提 高，内力增大系数不宜小于 1.1，托梁的构造按实际的受力情况确定。 对屋顶停机坪等荷载的思考（建筑结构.技术通讯 2006.11） 对“荷载规范”第 4.3.2 条的理解与应用 （注意：本文上传过程图及符号丢失，请核查原文） 一、对规范规定的理解 “荷载规范”第 4.6.3 条规定：直升机在屋面上的荷载，也应乘以动力系数，对具有液压轮胎起落架的直升 机可取 1.4；其动力荷载只传至楼板和梁。 “荷载规范”的上述规定可从以下几方面理解： 1．屋面直升机停机坪的荷载应根据直升机总重量按局部荷载考虑； 2．根据直升机总重量按局部荷载考虑的荷载效应不低于按等效均布荷载 5.0kN/m2 的计算结果； 3．屋面直升机停机坪的荷载应考虑荷载的动力系数； 4．规范的相关规定可归纳为表 1。 表1 直升机机型 最大起飞重量（kN） 局部荷载标准值（kN） 作用面积 传至楼板和梁的动力系 数 荷载的组合值系数应取 0.7，频遇值系数应取 0.6，准永久值系数应取 0 轻型 20 20 0.20m×0.20m 屋顶直升机停机坪荷载 中型 40 40 0.25m×0.25m 具有液压轮胎起落架的直升机可取 1.4 重型 60 60 0.30m×0.30m二、结构设计的相关问题 1．屋面直升机停机坪荷载根据直升机总重量按局部荷载考虑时，可按表 2 取最不利工况。 表2 项次 1 直升飞机停机坪荷载（取表中最不利工况） 荷载工况 结构永久荷载+直升飞机实际重量 结构永久荷载+（1 个集中荷载× ），集中荷载作用面积为 0.1m 2 动力系数 0.75（飞机有液压减振着陆装置） 1.50（飞机为刚性着陆或有滑撬装置） 结构永久荷载+均布活荷载 5kN/m2 23注：1 上表摘自美国《UNIFORM BUILDING CODE》1988，供参考； 2 国产直升飞机 Z-9（直 9）的最大起飞重量为 40kN，其主轮距为 2.03m，前后轮距 3.61m。2．“荷载规范”规定了屋顶直升机停机坪荷载的取值原则，但未规定对其支承结构构件的计算中是否应考 虑荷载折减，一般情况下屋顶直升机停机坪的位置相对固定，范围相对很小，因此对其荷载的折减宜根据 不同情况区别对待。 三、设计建议 （一）对屋面直升机停机坪的荷载，当直升机总重按局部荷载考虑的荷载效应起控制作用时，建议不考 虑活荷载的折减系数；当由等效均布荷载（5.0kN/m2）的效应起控制作用时，建议考虑活荷载的折减系数。 （二） 屋顶卫星天线荷载 屋顶卫星天线（俗称“大锅”）一般自重不大，但其在风荷载下对屋顶结构构件产生的拉压力很大，由于 规范对此类荷载未有具体规定，因此，对荷载的取值、对主体结构的影响均应予以充分的考虑。设计建议 如下： 1．屋顶卫星天线荷载的数值一般应按厂家提供的资料确定，当方案及初步设计阶段无详细设计资料时， 可按表 3 的相关数值考虑。 表3 风压（ ） 最大压力（kN） 最大拔力（kN） 最大剪力（kN） 0.196 34.34 11.77 11.28 屋顶卫星天线（直径 3m）的基座荷载设计值 0.295 43.16 19.62 16.68 0.392 51.99 27.47 22.07 0.490 61.80 35.32 27.96 0.588 71.61 43.16 33.35 0.687 81.42 51.99 39.34 0.785 91.23 58.86 44.152．在结构整体计算中，可仅考虑屋顶卫星天线及基座等自重的影响，卫星天线覆盖的相关区域的活荷载 标准值可取屋面活荷载标准值和上人屋面活荷载（1.5kN/m2）标准值的较大值；在构件的内力及配筋计算 中，分构件按卫星天线荷载的最不利布置情况对构件进行调整复核，以满足构件的强度及变形要求，可不 考虑屋顶卫星天线在风荷载下的基座反力对构件挠度及裂缝宽度的影响，相关说明如图 1。 图1 （三）屋顶广告牌（或标牌）荷载 与屋顶卫星天线一样，屋顶广告牌对主体结构的影响主要为其在风荷载下对主体结构产生的拉压力，当 风荷载较大时还应考虑广告牌自身的风致破坏问题。设计建议如下： 1．以承受风荷载为主的出屋顶广告牌（或女儿墙等），在结构整体计算时可将其作为出屋顶的结构楼层 输入，但应注意对涉及出屋顶层的程序计算参数进行合理选取，注意程序中相关放大系数和调整系数的合 理取值并对计算结果进行合理的判别，否则有可能干扰主体结构的计算及影响对主体结构计算结果的分析 判断。同时应对相关计算书进行适当的标注，以免施工图审查时引起不必要的误解。 2．当设计完毕后再加设广告牌时，可手算广告牌的风荷载效应对主体结构的影响，当对主体结构设计不 起控制作用时，可考虑在不降低广告牌总风荷载效应的前提下，对其单独进行计算，再复核与广告牌相关 的结构构件，其过程如图 2。 根据屋顶结构屋顶广告牌离地面的实际高度，按“荷载规范”要求计算出屋顶广告牌的实际风荷载标准值 判断其对主体结构设计的影响程度， 当不起控制作用时，广告牌单独计算 计算所需的 数值可直接取用上述计算所得的数值 图2 （四）屋顶擦窗机荷载 1．屋顶擦窗机的轨道及设备荷载，应根据设备厂家提供的荷载分布情况综合计算。 2．屋顶擦窗机分为固定式和移动式两类，其荷载的数值一般应按厂家提供的资料确定，当屋顶采用可移 动式擦窗机时， 其荷重对屋顶结构的影响较大， 由于规范对此类荷载未有具体规定， 因此， 对荷载的取值、 对主体结构的荷载折减等均应予以充分的考虑。当方案及初步设计阶段无详细设计资料时，可按表 4 的相 关数值考虑。 图 3 JPBS-1542 型擦窗机荷载分布图 后加屋顶广告牌的计算过程图 屋顶卫星天线荷载的取值建议图 4 表4 型号 JPBS-1542 JPSS-1C46 总重量(kN) 50 113JPSS-1C46 型擦窗机荷载分布图 移动式擦窗机的荷载标准值 轨距 S （m） 1.5 2.0 轮距 B （m） 1.8 2.0 支点最大 压力(kN) 48 96 支点最大 拉力(kN) 23 26悬挑长度 （m） 4.5 9.03．在结构整体计算中，可仅考虑移动式擦窗机的轨道及支墩等自重的影响（影响的范围可按一个柱网考 虑，如采用表 4 中 JPBS-1542 型擦窗机且柱网为 8.1m× 8.1m 时，可取等效均布自重标准值），擦窗机移动 的相关区域的活荷载标准值可取上人屋面活荷载（1.5kN/m2）标准值；在构件的内力及配筋计算中，分构 件按擦窗机荷载的最不利布置情况对构件进行调整复核，以满足构件的强度及变形要求，可不考虑擦窗机 活荷载对构件挠度及裂缝宽度的影响，相关说明如图 5。 图5 屋顶擦窗机荷载的取值建议 对抗震规范 6.1.14 条的理解（建筑结构.技术通讯 2006.9） 对《建筑抗震设计规范》第 6.1.14 条规定的理解和设计思考 （注意：本文上传过程中图及符号丢失，请核查原文） 一、对抗震规范第 6.1.14 条规定的理解 地下室顶板作为上部结构嵌固部位时，《建筑抗震设计规范》GB （以下简称“抗震规范”）的 规定可用图 1~9 来理解。 1．地下室顶板要求见图 1。 2．地下室结构与上部结构的抗侧刚度比要求见图 2。 地下室结构的楼层侧向刚度与相邻上部楼层侧向刚度比可按下列方法计算： 1）电算时 按式（1）计算。 = 虑回填土对地下室约束的相对刚度系数； 、 ――地下一层及上部结构首层的楼层剪力； 、 ――地下一层及上部结构首层的层间位移； 2）手算（用于方案阶段及初步设计阶段估算）时 按式（2）计算。 ≥2 、 ――地下一层与上部结构首层的折算受剪面积； （3） （4） 、 ――抗震验算方向地下一层与上部结构首层剪力墙受剪总有效面积； 、 ――抗震验算方向地下一层与上部结构首层框架柱（包括剪力墙端柱）总截面面积；当柱截面宽度 不大于 300mm 且柱截面高宽比不小于 4 时，可按剪力墙考虑； 、 ――地下一层与上部结构首层的高度； 注意：规范公式（6.1.14-1）印刷有误。 3．采用图 4~7 可满足地下室框架柱截面的纵向配筋要求。 4．地上一层的框架结构柱和抗震墙墙底截面的弯矩设计值取值要求， 应符合“抗震规范”第 6.2.3、 6.2.6、 6.2.7 条的规定。 5．位于地下室顶板的梁柱节点左右梁端截面实际受弯承载力要求见图 3。 图1 图4 图2 图5 图3 图6 （2） 式中 、 ――地下一层与上部结构首层的混凝土剪切模量； （1） 式中 ――地下室结构的楼层侧向刚度与相邻上部楼层侧向刚度的比值， 在采用电算程序计算时， 不应考图7 二、结构设计的相关问题图81．地下室顶板“大洞口”的量化标准“抗震规范”未予明确。 2．地下室顶板不作为上部结构嵌固部位时的相关问题，“抗震规范”未予明确。 3． 规范在条文说明中指出“地下室顶板作为上部结构的嵌固部位时， 地下室层数不宜小于 2 层”。 事实上， 某些一层地下室的结构其上部结构的嵌固部位选择在地下室顶板是合理的（如：四周具有一层纯地下室的 多、高层建筑，其地下室结构的楼层侧向刚度远大于首层），故判别上部结构的嵌固部位的主要指标应是 结构的上下刚度比，在不可能设置多层地下室时一般可不考虑规范的此项说明。 三、设计建议 1．对地下室顶板开“大洞口”的判别，应根据工程经验确定，当无设计经验时遇下列情况可判定为地下室 顶板开“大洞口”： 1）抗震墙或框架梁因楼板开洞而有削弱（不能通过）时； 2）洞口面积超过房间面积的 30%时。 2． 地下室顶板作为上部结构嵌固部位时， 地下室顶板厚度不宜太厚， 否则将导致地下室顶板配筋过大 （因 要满足每层每个方向的配筋率不宜小于 0.25%的基本要求）。 3．现有设计单位采用直接将上部结构柱根配筋放大 1.1 倍作为地下一层和其上一层的框架柱配筋，以实 现规范地下室框架柱截面的纵向配筋的要求，这种做法与规范的初衷正相反，更加剧了地下室顶层框架的 负担。 4．地下室顶板不作为上部结构嵌固部位时，对地下室顶板及嵌固部位楼板的要求，规范未作具体规定， 应根据工程经验确定，当无可靠工程经验时，可参照以下做法设计： 1）上部结构的嵌固部位的确定 按结构的楼层侧向刚度比来确定上部结构的嵌固部位，即：可依次验算地下二层及以下各层对首层的楼 层侧向刚度比，当满足 ≥2 时，便可确定上部结构的嵌固部位（见图 8）； 需要指出的是，在施工图审查过程中，当地下一层作为上部结构的嵌固部位时，常被要求验算地下二层 与地下一层的楼层侧向刚度比是否满足≥2，显然这一要求是不恰当的； 2）计算要求 当上部结构的嵌固在地下一层的地面时，仍应考虑地下室顶板对上部结构实际存在的嵌固作用，应取不 同嵌固部位（地下一层的地面和地下室顶板顶面）分别计算，配筋取大值； 3）构造做法 对地下室顶板，除顶板厚度可适当降低至不小于 160mm 外；其他均可按要求（规范的本条规定）设计； 4）当地下二层对首层的楼层侧向刚度比 ≥2 时，地下二层的顶板可按嵌固部位楼板要求（规范的本条规 定）设计； 5）当地下二层顶作为上部结构的嵌固部位时，地下二层的抗震等级可同地下一层，以下各层的抗震等级 的确定见第 6.1.3 条的相关规定，有条件时可适当提高在嵌固部位以下（尤其时紧邻嵌固部位）楼层的抗震 等级（做法可见下述 6）； 6）当上部结构的嵌固部位在地下二层顶板以下时，上述 2）～5）各步骤相应调整。 5．地下室抗震等级的确定 1）当地下室顶板作为上部结构的嵌固部位时： 规范规定地下一层的抗震等级同上部结构，地下一层以下的抗震等级可根据具体情况采用三级或四级。 但当上部结构抗震等级较高（如为一级抗震等级）时，在地下一、二层处变化过于剧烈，文献[1]建议地下 一层以下可逐层降低，见表 1。 表1 情况 8度 文献[1]建议的地下一层以下的抗震等级 9度 乙类建筑7度 抗震等级 不低于三级 不低于二级 不低于三级8度 不低于二级9度 专门研究2）当地下室顶板不能作为上部结构的嵌固部位时： 规范未作明确规定，编者建议地下二层的抗震等级可比地下一层降低一级，以下各层按规范要求确定。 3）一般地下室的抗震等级 a．当地下室顶板作为上部结构的嵌固部位（ ≥2）时： 地下一层的抗震等级按上部结构采用（当上部结构裙房的抗震等级高于主楼时，建议地下一层的抗震等 级宜按裙房抗震等级取用，或根据各自的平面区域分别采用不同的抗震等级），地下一层（不含）以下结 构的抗震等级可根据具体情况采用三级或四级； b．当地下室顶板不能作为上部结构的嵌固端（ ＜2）时： 编者建议：地下二层的抗震等级可适当提高（如比上述 a 提高一级），其余各层的抗震等级按上述 a 取 用； 4）纯地下室的抗震等级 纯地下室（即地下室中超出主楼范围且无上部结构的部分）的抗震等级，“抗震规范”和《高层建筑混凝 土结构技术规程》JGJ 3-2002（以下简称“混凝土高规”）的规定不完全相同： “混凝土高规”规定纯地下室的抗震等级，可根据具体情况采用三级或四级；9 度抗震设计时，纯地下室 抗震等级不低于三级； “抗震规范”在其条文说明中对纯地下室的抗震等级分不同情况予以细化， 而规范条文中则统一表述为“可 根据具体情况采用三级或四级”； 编者建议相关地下室的抗震等级可参照图 9 确定，当纯地下室面积过大时，对远离主楼的区域的抗震等 级可酌情降低。 图9 裙房与地下室的抗震等级 6．当地下室顶板不能作为上部结构的嵌固部位时，结构底部加强部位的高度，可仍按地下室顶板作为上 部结构的嵌固部位计算，只需将底部加强范围向下延伸至地下二层（含）即可，注意：有文献要求按嵌固 部位以上的高度计算底部加强部位高度（并确定为 h），在嵌固部位以上 h 范围内设置加强部位的做法， 忽略了地下室顶面实际存在的嵌固作用，是不合理的。 参考文献 [1] 龚思礼主编。建筑抗震设计手册。北京：中国建筑工业出版社，2003 [2] 朱炳寅，陈富生。建筑结构设计新规范综合应用手册。北京：中国建筑工业出版社，2004 [3] 朱炳寅，建筑结构设计规范综合应用图解手册。北京：中国建筑工业出版社，2005 配置少量剪力墙的框架结构（建筑结构.技术通讯 2007.5） 对配置少量剪力墙的框架结构的理解与设计建议 （注意：文章上传过程图表及单位可能有丢失，请核对原文） 一、对规范规定的理解 《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2002（以下简称“高规”）第 6.1.7 条指出：“抗震设计的框架结构 中，当仅布置少量钢筋混凝土剪力墙时，结构分析计算应考虑该剪力墙与框架的协同工作”。对“高规”的上 述规定可以从以下几方面理解： 1．设置剪力墙并没有改变结构体系，是带有少量剪力墙的框架结构，属于一种特殊的结构形式，但仍是 框架结构； 注意：明确结构体系的目的在于分清框架及剪力墙在结构中的地位后，其中框架是主体，是承受竖向荷 载的主体，也是主要的抗侧力结构。 2．钢筋混凝土框架结构中，只是在框架结构的位移无法满足规范要求时，才设置少量剪力墙，设置少量 剪力墙的目的在于满足规范对框架结构的位移限值要求；注意：不是满足框架-剪力墙结构的位移要求，如果要满足框架-剪力墙结构的位移标准，则结构体系变 为框架-剪力墙结构。 3．结构分析计算中除应按纯框架结构计算外还应考虑剪力墙与框架的协同工作。 注意：规范虽未明确要按纯框架结构计算，但对这一特殊的框架结构，现行规范和规程对钢筋混凝土框 架结构的所有要求（承载力要求、弹性变形限值要求、弹塑性变形限值要求等）均应满足，因此，按纯框 架结构的要求进行设计计算是必须的，同时还明确对这类框架结构应按纯框架结构和按框架与剪力墙协同 工作（即按框架-剪力墙结构）分别计算，包络设计的必要性。 二、结构设计的相关问题 规范的本条规定尚未明确的问题有： 1．对布置少量剪力墙的框架结构的定量把握 布置少量剪力墙的框架结构与剪力墙较少的框架-剪力墙结构在定量上无明确的界限， 如在结构位移仅能 满足框架结构限值要求的前提下， 可将框架和剪力墙协同工作的结构描述为“配置少量剪力墙的框架结构”， 而当结构位移满足框架-剪力墙结构限值要求的前提下，又可将框架和剪力墙协同工作的结构描述为“框架剪力墙结构”。对结构体系的定性把握的摇摆性加大了结构设计中对结构体系描述的随意性。 2．布置少量剪力墙的框架结构其适用高度规范未予以明确，加大了结构设计中的把握难度。 3．规范规定了考虑剪力墙与框架的协同工作原则，但未明确对剪力墙和框架的具体设计方法。 三、设计建议 为在结构设计中更好地把握规范，笔者提出以下设计建议供参考。 1．对少量剪力墙的定量把握原则 建议当框架的倾覆力矩 不小于结构底部倾覆力矩的 75%时， 可将其确定为配置少量剪力墙的框架结构， 相关结构的倾覆力矩比要求见表 1。 结构体系与框架倾覆力矩比（ / ）的关系 结构体系 框架倾覆力矩比 / ≤0.5 0.75＞ / ＞0.5 少量剪力墙 的框架 / ≥0.75 表1 对结构体系的影响程度 框架部分的抗震等级及柱轴压比按框架-剪力墙结构中的 框架确定 框架部分的抗震等级及柱轴压比按纯框架结构确定 结构的最大适用高度可按配置少量剪力墙的框架结构确定框架-剪力墙2．布置少量剪力墙的框架结构的最大适用高度 建议对布置少量剪力墙的框架结构的最大适用高度可比框架结构的最大适用高度适当提高，提高幅度不 超过 20%（注意：是在框架结构最大适用高度的基础上，增加框架-剪力墙结构最大适用高度与框架结构最 大适用高度差值的 20%，而不能将框架结构的最大适用高度直接放大 20%）。 3．框架的设计原则 1）框架结构按纯框架结构（不计入剪力墙）和框架-剪力墙结构分别计算，包络设计。 2）框架的抗震等级按纯框架结构确定，对房屋的适用高度超出框架结构的最大适用高度（在上述 2 的范 围内）时，可比最大适用高度的框架结构的抗震等级提高一级，已为一级的则采取比一级更更强的抗震措 施（采取比一级强，比特一级低的抗震措施，如采取比一级提高 20%（参考上述 2 的原则确定）的加强措 施）。 4．剪力墙的设计原则 由于规范未明确布置少量剪力墙的框架结构的计算原则，此处列出三种对此类结构的设计方法供结构设 计者选择： 1）全包络设计原则 对剪力墙按框架-剪力墙协同工作（即按框架-剪力墙结构）计算，取相应计算结果配筋设计；剪力墙的 抗震等级按框架-剪力墙确定。上述方法是施工图审查单位常提出的设计要求，其理由是：规范要求考虑剪力墙与框架的协同工作（但 未明确要求对框架和剪力墙均进行包络设计）。 2）剪力墙构造 对剪力墙按框架-剪力墙协同工作（即按框架-剪力墙结构）计算，剪力墙的抗震等级取四级，剪力墙则 按构造配筋设计。 设计理由：设置剪力墙的根本目的是控制框架结构的弹性位移值，并使其满足规范对框架结构弹性位移 限值的要求，不考虑剪力墙的承载能力要求，因此剪力墙在满足竖向承载力要求的前提下可构造设置。 3）剪力墙按现有截面的最大设计 对剪力墙按框架-剪力墙协同工作（即按框架-剪力墙结构）计算，剪力墙的抗震等级按框架-剪力墙结构 确定，剪力墙配筋按计算要求，当剪力墙计算超筋时，在满足强剪弱弯的前提下按截面的最大配筋率配筋 设计。 设计理由：设置剪力墙的根本目的是控制框架结构的弹性位移值，使其满足规范对框架结构弹性位移限 值的要求，可有条件（在剪力墙能承担的范围内）考虑剪力墙的承载能力要求，因此剪力墙的可按其最大 承载力要求配筋。 4．特别建议 由于布置少量剪力墙的框架结构在设计原则及具体设计中存在诸多不确定因素，给结构设计和施工图审 查带来相当的困难，笔者建议，结构设计中应尽量避免采用，尽可能采用概念清晰、便于操作且抗震性能 较好的框架-剪力墙结构。 当必须采用时， 应提前与施工图审查单位沟通， 以利于设计顺利进行， 避免返工。 连梁超筋处理（建筑结构.技术通讯 2007.3） （注意：本文上传过程图形及符号有丢失，请核对原文） 剪力墙结构、框架剪力墙结构中连梁及框筒结构中的裙梁一般较易出现超筋超限现象，应采取适当的处 理方法。剪力墙连梁超筋、超限时，可根据“混凝土高规”第 7.2.25 条的相关规定，作如下处理： 一、对连梁的计算处理 1．连梁调幅处理（计算结果①） 抗震设计剪力墙中连梁的弯矩和剪力可进行塑性调幅，以降低其剪力设计值。但在结构计算中已对连梁 进行了刚度折减的连梁，其调幅范围应限制或不再调幅。当部分连梁降低弯矩设计值后，其余部位的连梁 和墙肢的弯矩应相应加大。 一般情况下，经全部调幅（包括计算中连梁刚度折减和对计算结果的后期调幅）后的弯矩设计值不小于 调幅前（完全弹性）的 0.8 倍（6、7 度）和 0.5 倍（8、9 度）。 2．连梁的铰接处理（计算结果②） 当连梁的破坏对承受竖向荷载无明显影响（即连梁不作为次梁的支承梁）时，可假定该连梁在大震下的 破坏，对剪力墙按独立墙肢进行第二次多遇地震作用下的结构内力分析（为减小结构计算工作量可将连梁 按两端铰接梁计算），墙肢应按两次计算所得的较大内力进行配筋设计（一般情况下，连梁铰接处理后， 墙的计算结果较大），以保证墙肢的安全。 3．对超筋连梁的计算处理（计算结果③） 剪力墙的连梁考虑刚度折减后，当部分连梁仍不能满足规范剪压比（）限值时，减小连梁截面，此时连 梁计算可能仍有超筋，但其计算剪力 V2 已不大于原有截面的最大受剪承载力[V1]，即 V2≤[V1]，满足本规 程第 6.2.6 条的要求。 4．连梁计算处理后的情况分析 1）情况一：连梁调幅处理（计算结果①）后，计算结果满足规范要求； 2）情况二：对连梁进行计算处理后（计算结果③），连梁不再有超筋现象，结构的层间位移仍能满足规 范要求，即层间弹性位移角符合表 4.6.3 要求； 3）情况三：对连梁进行计算处理后（计算结果②），连梁不再有超筋现象，结构的层间位移仍能满足规 范要求，即层间弹性位移角符合表 4.6.3 要求；4）情况四：对连梁进行计算处理后（计算结果③），连梁仍有超筋现象，结构的侧向位移不能满足规范 要求，即层间位移角已不符合表 4.6.3 要求，且确无其他手段加大结构的侧向刚度，结构设计中仍需采用原 有连梁的构件截面尺寸，以满足结构的层间弹性位移角要求。 二、剪力墙的配筋设计 1．对情况一：剪力墙可直接按计算结果①配筋。 2．对情况二，剪力墙按最后计算的结果（结果③）配筋（此时，要求连梁取用小截面，即计算③所采用 的截面）。 3．对情况三，剪力墙应进行包络设计，配筋取计算结果①、②的较大值（此时，要求连梁取用小截面， 即计算②所采用的截面）。 4． 对情况四， 剪力墙应进行包络设计， 配筋取计算结果①、 ③的较大值 （此时， 要求连梁取用实际截面， 即计算①所采用的截面）。 三、连梁的截面及配筋设计 1．对情况一，连梁按计算结果①配筋。 2．对情况二，连梁按计算结果③配筋。 3．对情况三，连梁按计算结果②配筋，同时应采取措施确保计算中的铰接连梁与剪力墙的真正“铰接”； 当对铰接梁采用非“铰接”做法时，则应按下述 4 设计。 4．对情况四，连梁取实际截面，即计算结果①的截面，按 V2 及相应弯矩 M2 计算连梁配筋，举例如下： 某连梁截面为 250mmx600mm，该连梁所能承担的最大剪力（按“混凝土高规”第 6.2.6 条计算，也可从电 算结果的超筋信息中直接读取）[V1]= 400kN，初次计算（对应计算结果①）剪力为 V=500kN&[V1]，需调 整计算。 减小连梁的计算截面至 250mmx450mm， 此时连梁的计算剪力 （对应计算结果③） V2=380kN&[V1]， 相应计算弯矩为 M2，调整计算结束。施工图设计时，连梁截面仍取为 250mmx600mm，取用内力 V2、M2 计算配筋。 连梁超筋调整计算要点 过 程 1 2 计算截面（b×h） （mm） 250×600 250×450 计算剪力 （kN） 500 380 截面允许剪力 （kN） 400 计算判别 需调整 计算结束 实际截面250×600实际配筋时可进行适当的简化处理，如： 1）纵向钢筋配置：根据实际连梁与计算连梁有效高度的比值，对计算的连梁纵向钢筋面积进行调整，并 按其配筋（应同时满足最小配筋率要求）； 2）箍筋配置：对连梁箍筋也可以按连梁的截面要求（“混凝土高规”第 7.2.23 条的要求）作为连梁的剪力 设计值求出相应连梁的箍筋面积，计算公式如下： （1）非抗震设计时，按“混凝土高规”公式(7.2.23-1)右式与公式(7.2.24-1)右式相等： 0.25 =0.7 得： （2 ） 表1 梁宽 mm 200 250 300 350 C20 156 194 233 272 C25 199 249 298 348 C30 245 307 368 429 非抗震设计的连梁最大箍筋面积（mm2） 非抗震设计 C35 293 366 440 513 C40 341 426 511 597 C45 383 478 574 669 C50 424 530 636 742 （1）当连梁箍筋间距 s=100mm 时，非抗震设计的连梁最大箍筋面积（mm2）见表 1。400 450 500 550 600311 350 388 427 466398 447 497 547 596491 552 613 674 736586 659 733 806 879682 767 852 937 1023765 861 956 848 954 72注：当采用 HRB335 级钢筋时，表中数值乘以 0.7；当采用 HRB400 级钢筋时，表中数值乘以 0.583。 （2）抗震设计时： ① 跨高比大于 2.5 时： 按“混凝土高规”公式(7.2.23-2)右式与公式(7.2.24-2)右式相等： 0.20 =0.42 得： （4 ） ② 跨高比不大于 2.5 时： 按“混凝土高规”公式(7.2.23-3)右式与公式(7.2.24-3)右式相等： 0.15 =0.38 得： （6） 表2 梁宽 C20 200 250 300 350 400 450 500 550 139 174 209 243 278 313 347 382 C25 176 220 264 308 352 396 440 484 跨高比大于 2.5 时 C30 215 269 323 377 431 484 538 592 C35 256 319 383 447 511 575 639 702 C40 296 370 443 517 591 665 739 813 C45 330 413 495 578 660 743 825 908 C50 365 456 547 638 729 820 911 100 2 600 417 528 646 766 886 990 109 3 注：当采用 HRB335 级钢筋时，表中数值乘以 0.7；当采用 HRB400 级钢筋时，表中数值乘以 0.583。 四、相关索引 “抗震规范”的相关规定见其第 6.2.13 条。 独基加防水板基础设计（建筑结构.技术通讯 2007.7） 独基加防水板基础是近年来伴随基础设计与施工发展而形成的一种新的基础形式（图 1），由于其传力简 单、明确及费用较低，因此在工程中应用相当普遍。 334 425 522 622 722 808 895 C20 111 139 167 195 222 250 278 306 C25 141 177 212 248 283 319 354 390 连梁的最大箍筋面积（mm2） 跨高比不大于 2.5 时 C30 174 217 261 305 348 392 435 479 C35 207 259 311 363 415 467 518 570 C40 240 301 361 421 481 541 602 662 C45 269 337 404 471 539 606 674 741 C50 298 373 447 522 596 671 746 820 （5） （3）当连梁箍筋间距 s=100mm 时，抗震设计的连梁最大箍筋面积（mm2）见表 2。一、受力特点 1．在独基加防水板基础中，防水板一般只用来抵抗水浮力，不考虑防水板的地基承载能力。独立基础承担 全部结构荷重并考虑水浮力的影响。 2．作用在防水板上的荷载有：地下水浮力 w q 、防水板自重 s q 及其上建筑做法重量 a q ，在建筑物使 用过程中由于地下水位变化，作用在防水板底面的地下水浮力也在不断改变，根据防水板所承担的水浮力 的大小，可将独立柱基加防水板基础分为以下两种不同情况： 1）当 qw≤ s a q + q 时（注意：此处的 w q 、s q 和 a q 均为荷载效应基本组合时的设计值，即水浮 力起控制作用时的荷载设计值， 而不是荷载标准值） ， 建筑物的重量将全部由独立基础传给地基 （图 2a） ； 2）当 w q ＞ s a q + q 时（注意：同上），防水板对独立基础底面的地基反力起一定的分担作用，使独 立基础底面的部分地基反力转移至防水板，并以水浮力的形式直接作用在防水板底面，这种地基反力的转 移对独立基础的底部弯矩及剪力有加大的作用，并且随水浮力的加大而增加（图 2b）。 3．在独基加防水板基础中，防水板是一种随荷载情况变化而变换支承情况的复杂板类构件，当 w q ≤s a q + q 时（图 2a），防水板及其上部重量直接传给地基土，独立基础对其不起支承作用；当 w q ≥ s a q + q 时（图 2b），防水板在水浮力的作用下，将净水浮力（即 w q -（ s a q + q ））传给独立基础，并 加大了独立基础的弯矩数值。 二、计算原则 在独基加防水板基础中，独立基础及防水板一般可单独计算。 1．防水板计算 1）防水板的支承条件的确定 防水板可以简化成四角支承在独立基础上的双向板（支承边的长度与独立基础的尺寸有关，防水板为以独 立基础为支承的复杂受力双向板）（图 3）；2）防水板的设计荷载（图 2） （1）重力荷载 防水板上的重力荷载一般包括：防水板自重、防水板上部的填土重量、建筑地面重量、地下室地面的固定 设备重量等； （2）活荷载 防水板上的活荷载一般包括：地下室地面的活荷载、地下室地面的非固定设备重量等； （3）水浮力 防水板的水浮力可按抗浮设计水位确定。 3）荷载分项系数的确定 （1）当地下水水位变化剧烈时，水浮力荷载分项系数按可变荷载分项系数确定，取 1.4； （2）当地下水水位变化不大时，水浮力荷载分项系数按永久荷载分项系数确定，取 1.35； （3） 注意防水板计算时， 应根据重力荷载效应对防水板的有利或不利情况， 合理取用永久荷载的分项系数， 当防水板由水浮力效应控制时应取 1.0。 4）防水板应采用相关计算程序按复杂楼板计算。也可按无梁楼盖双向板计算。 5）无梁楼盖双向板计算的经验系数法 （1）防水板柱下板带及跨中板带的划分 按图 4 确定防水板的柱下板带和跨中板带。（2）防水板柱下板带及跨中板带弯矩的确定 按经验系数法计算时，应先算出垂直荷载产生的板的总弯矩设计值（M 即 Mx、My），然后按表 1 确定柱下 板带和跨中板带的弯矩设计值。 对 X 方向板的总弯矩设计值，按下式计算： ( 2 / 3)2 / 8x y x ce M = ql l ? b （1）对 Y 方向板的总弯矩设计值，按下式计算： ( 2 / 3)2 / 8y x y ce M = ql l ? b （2）式中 q ――相应于荷载效应基本组合时，垂直荷载设计值；x l 、y l ――等代框架梁的计算跨度，即柱子中心线之间的距离； ce b ――独立基础在计算弯矩方向的有效宽度（见图 5）。注： ① 在总弯矩（M）不变的条件下，必要时允许将柱上板带负弯矩的 10%分配给跨中板带； ② 表中数值为无悬挑板时的经验系数，有较小悬挑板时仍可采用，当悬挑较大且负弯矩大于边支座截面负 弯矩时，须考虑悬臂弯矩对边支座及内跨的影响。 2．独立基础的计算 合理考虑防水板水浮力对独立基础的影响， 是独立基础计算的关键。 在结构设计中可采用包络设计的原则， 按下列步骤计算： 1）qw≤ s a q + q 时的独立基础计算 此时的独立基础可直接按本章第二节相关规定进行计算，此部分的计算主要用于地基承载力的控制，相应 的基础内力一般不起控制作用，仅可作为结构设计的比较计算。2） w q ＞（ s a q + q ）时的独立基础计算 （1）将防水板的支承反力（取最大水浮力计算），按四角支承的实际长度（也就是防水板与独立基础的交 接线长度，当各独立基础平面尺寸相近或相差不大时，可近似取图 6 中的独立基础的底边总长度）转化为 沿独立基础周边线性分布的等效线荷载 e q 及等效线弯矩 e m （见图 6），并按下列公式计算： 三、构造要求 1．为实现结构设计构想，防水板下应采取设置软垫层（见图 1）的相应的结构构造措施，确保防水板不 承担或承担最少量的地基反力，软垫层应具有以下两方面的特点： 1）软垫层应具有一定的承载能力，至少应能承担防水板混凝土浇注时的重量及其施工荷载，并确保在混 凝土达到设计强度前不致产生过大的压缩变形。 2）软垫层应具有一定的变形能力，避免防水板承担过