《全国民用建筑工程设计技术措施（2009）结构（混凝土结构）》
名称：《全国民用建筑工程设计技术措施（2009）结构（混凝土结构）》
发布日期：2009年07月20号
批准单位：中华人民共和国和城乡建设部
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1 总则
1 总则
1.0.1 为了在民用建筑工程中正确执行国家或行业现行的有关法规、标准、规范及规程，提高工程质量，特编写本措施，本册为混凝土结构分册。
1.0.2 本措施主要依据国家现行标准、规范、规程等编制，并参考地方标准及全国各大设计院的工程实践经验以及科研院等单位的科研成果，同时适当参考国外规范进行编写。
1.0.3 本措施适用于全国新建、改建、扩建的各类民用建筑的混凝土结构设计，工业建筑可参照使用。
1.0.4 本措施是在总结工程经验的基础上对国家或行业现行的有关法规、标准、规范及规程的细化和补充，提供了计算方法、参数、措施和技术要求供设计人员参考使用。
1.0.5 随着技术的发展，将有新的或修订的法规、标准、规范及规程不断颁布实施，应注意执行新颁布实施的法规、标准、规范及规程。
1.0.6 在具体工程中除应遵守国家或行业的法规、标准、规范及规程外，还应注意遵守当地的地方标准及当地有关部门的相关规定要求。
1.0.7 我国幅员辽阔同，在使用本措施时必须结构当地及工程的实际情况，正确运用。
2 多层和高层的钢筋混凝土结构的一般规定
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2.1 多层和高层钢筋混凝土结构的一般规定
2.1 多层和高层钢筋混凝土结构的一般规定
2.1.1 目前国内采用的现浇钢筋混凝土结构体系大致有：框架结构、剪力墙结构、框架—剪力墙结构、部分框支剪力墙结构、板柱—剪力墙结构、筒体结构（包括框架—剪力墙结构、板柱一剪力墙结构、 筒体结构 (包括框架一核心筒结构、框筒结构、筒中筒结构等)、巨型结构、悬挂结构等等。说明: 以上所列, 为国内多层与高层钢筋混凝土建筑所用的结构体系。本措施中剪力墙即抗震墙。
在有些资料中, 将框架一筒体结构列为一种体系, 有人误以为它就是框筒结构, 这是误解。
框筒结构, 是英文 Framed-Tube的简称, 一般指房屋周边不知了间距较密的柱子(间距常为4m左右), 柱子之间由具有一定刚度的窗裙粱刚性连接,形成一个由框架组成的、抗侧刚度较大的筒体, 简称为框筒。
框架—简体结构,是指房屋周边为稀柱框架(柱间距常为 8m左右或更大）,中间有一个钢筋混凝土筒体, 其内部为楼、 电梯间及机电用房等。其受力特性与框架一剪力墙结构相似, 区别在于其剪力墙形成一个封闭筒, 不是单片墙。它的抗侧刚度一般小于框筒结构。在国外,此类结构称为Frame-Corewall, 即框架一核心筒结构,他实质是框架—剪力墙结构的一种。其名称也不宜称为框架一筒体结构, 因为这样易与框筒结构混淆, 以称为框架—核心筒为宜。2002年版国家规范己将框架—简体结构改称为框架—核心简结构, 现行国家规范也如此。因为有实腹核心简, 我国规范将框架一核心筒结构归入“筒体结构”类, 但它与框筒结构抵抗水平荷载的受力性能不同, 设计中应注意区分。
2.1.2 本措施的内容仅包括应用较广泛的框架结构、多层和高层剪力墙结构、框架一剪力墙结构、板柱一剪力墙结构、筒体结构等。这些结构的最大适用高度可参见现行有关规范、规程及本措施相关章节。
规范、规程中各种结构体系的“最大适用高度”,并非“限制高度”。所谓“最太适用高度”的含义是, 综合考虑不同结构体系的抗震性能、经济和合理使用及震害经验诸方面,其适用的最大高度。 例如, 我国规定的剪力墙结构的适用高度就比一些酉方发达国家的限制高度要高, 因为我国对于钢筋混凝土剪力墙结构有大量丰富的实践经验, 但是在9度地震设防区, 对剪力墙的高度限制是较严的; B级高度的规定也是在近年来我国实践经验的墓础上做出的规定。
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010将高层建筑分为A级和B级高度, 主要是它们的结构设计和构造要求有所差别, B级比A级建筑高度高, 设计要求更高。 如果所设计的房屋高度超过了规范、规程规定的高度, 则规范、规程中的内容不一定完全适用, 须通过专门研究并考虑采取有效的加强措施, 以保安全。当然,同时也应按规定程序, 报请有脚门审查。
随着科学技术的进步, 房屋的高度可以越建越高, 这是自然规律。事实上, 突破B级高度的高层建筑已经建成不少, 我们的规范、 规程是不会加以限制的。因此, 所谓规范的“限高”,可以说是对规范的一种误解。
2.1.3 房屋的高宽比
高宽比不宜为结构设计中的一项限制指标。尚末见到国外抗震规范中对于高宽比的限制。
在《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3—2010中有关高宽比的要求, 是“适用的最大高宽比”。这个用词, 与“最大适用高度”相似, 同样不是限制。《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010已明确为“不宜超过”, 也即不做硬性规定。高层建筑的高宽比是对结构刚度、整体稳定、 承载能力和经济合理性的宏观控制, 在结构设计满足规定的承载力、稳定、抗倾覆、变形和舒适度等基本要求后,仅从结构安全角度讲高宽比限值不是必须要满足的,不应将高宽比作为超限的指标。 当高宽比超过适用值时, 应采取一定的加强措施, 以保安全。 说明: 在80年代初期, 我国高层建筑事业刚开始兴起,许多设计人员缺乏经验需要一些指导, 所以,有一些从事过高层建筑设计的工程师, 联合编了一本《高层建筑设计指南》,就是后来《高层建筑混凝土结构技术规程》的前身。当时为了帮助缺少经验的工程师进行设计, 定了一些要求, 包括高宽比, 沿用至今。
实际工程中,常常无法准确计算高宽比。如图2.l.3-l,A和B二栋建筑的宽度相同,但其在Y方向的抗侧刚度明显不同: B优于A, 但无法简单从高宽比体现出来。有人认为可以用材料力学的方法,将复杂的平面形状“折算”成矩形平面, 然后计算其高宽比。但材料力学的方法只适用于匀质体, 实际工程中建筑物平面上抗震墙的布置不匀, 柱网也变化多端, 无法准确折算。
高宽比限制值是一个经验性的规定, 一般情况下符合高宽比限制值要求的建筑比较容易满足侧移限制, 而侧移限制才是最根本的要求。因此,只要结构的位移、位移比和舒适度能够满足规范、规程的要求,可以放松高宽比的限制。
在审图时, 不应把高宽比作为超限的内容之一。高宽比实质上是一个经济问题而不是安全问题。
实例如下: 图2.1.3-2是纽约780Third Av6nue办公大楼,l983年完成,是世界第一栋具有斜撑(将特定的窗户封死巧妙形成斜撑)的混凝土框筒结构,50层, 外墙为密排柱, 平面尺寸为38m×20.9m,高宽比为8.1; 图2.1.3-3是纽约卡内基大楼, 平面尺寸为15m×23m, 依靠外筒抵抗风力, 无内柱或内筒, 楼高230m。纽约虽非地震区, 但风力很大, 常有大西洋飓风, 以上两栋建筑如此大的高宽比值得我们思考和借鉴。
图 2.1.3-2 纽约780Third Avenue 办公大楼
再如2011年建成的深圳京基大厦，主搂高宽比为9.5。深圳抗震防烈度为7度, 基本风压为0.75KN/m
2, 地震作用和风力均不小, 也可作为例证。
2.1.4 钢筋混凝土房屋应根据设防烈度、结构类型和房屋高度, 按照有关规范、规程,采用不同的抗震等级, 并应符合相应的躏和构造要求。在选用抗震等级及相关问题上, 应注意下列各点: 1 甲类建筑, 当本地区抗震设防烈度为6
~8度时, 其抗震等级应按设防烈度提高1度选用。当抗震设防烈度为9度时, 应按比9度更高的要求采用抗震措施; 当建筑场地为I类时, 应允许仍按本地区抗震设防烈度的要求采取抗震构造措施。 2 乙类建筑, 当本地区抗震设防烈度为6
~8度时, 其抗震等级应按设防烈度提高1度选用。 当抗震设防烈度为9度时, 如其高度属于《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 中的A级高度应采用特一级抗震等级, B级高度应按比9度更高的要求采用抗震措施。 当建筑场地为I类时, 应允许仍按本地区抗震设防烈度的要求采取抗震构造措施。
3 丙类建筑: 应按本地区抗震设防烈度确定其抗震措施; 当建筑场地为I类时, 除6度外, 应允许按本地区抗震设防烈度降低一度的要求采取抗震构造措施。
4 Ⅲ、Ⅳ类场地时, 对设计基本地震加速度为0.15g和0.30g地区的建筑物, 宜分别按抗震设防烈度8度(0.20g)和9度 (0.40g) 的要求采取抗震构造措施。甲、乙类建筑以及建造在Ⅲ、Ⅳ类场地且设计基本地震加速度为0.15g和0.30g的丙类建筑,按规定提高一度确定抗震等级时, 如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度, 则应采取比对应抗震等级更有效的抗震构造措施。
说明: 例如抗震设防烈度8度设计基本地震加速度为0.2g的乙类建筑, 采用框架一剪力墙结构, 当房屋高度超过50m时, 可参照如下原则确定抗震等级: 1) 这种混凝土框架一剪力墙的抗震等级, 按《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第6.1.3条的规定, 应经专门研究采取比一级更有效的抗震构造措施; 2) 对框架一剪力墙结构, 抗震措施的提高可仅提高剪力墙或剪力墙与框架同时提高,剪力墙与框架的提高可包括单独增大内力调整系数、单独增加构造配筋或同时增大内力调整系数和增加构造配筋 (《高层建筑混凝土结构枝术规程》JGJ3-2010中的特一级即同时增大内力调整系数和增加构造配筋), 还可以仅对关键部位提高抗震措施; 3)具体如何提高抗震措施, 需要考虑房屋超过50m的程度、场地类别和地基条件、建筑的规则性和剪力墙承担的地震倾覆力矩的大小等因素, 在上述多种方案中进行选择, 采用合适的方案, 这就是专门研究的含义。例如:一般情况, 当高度超过50m不多时, 可将抗震墙的构造措施按特一级采用,框架不提高; 当高度接近8度 (0.2g) 框架一剪力墙结构的最犬适用高度时, 可将剪刀墙和框架的内力调整系数、构造措施均按特一级采用。
5 无上部结构的地下建筑,如地下车库等,丙类建筑的抗震等级,6、7度时四级,8、9度时不宜低于三级;乙类建筑的抗震等级,6、7度时不宜低干三级,8、9度时不宜低于二级。
6 地下室顶板作为上部结构的嵌固部位时, 地下一层相关范围的抗震等级应与上部结构相同, 地下一层以下抗震构造措施的抗震等级可逐层降低一级, 但不应低于四级。 地下室中无上部结构的部分,可根据具体情况采用三级或四级。地下室顶板作为上部结构的嵌固部位时, 地下室在地上结构相关范围的顶板应采用现浇梁板结构,相关范围以外的地下室顶板可采用现浇梁板结构,也可采用现浇板柱结构。
7 裙房与主楼相连, 除应按裙房本身确定抗震等级外, 相关范围 (可从主楼周边外延3跨且不小于20m)不应低于主楼的抗震等级。主楼结构在裙房顶板对应的相邻上下各一层应适当加强抗震构造措施。裙房偏置时, 其端部有较太扭转效应, 应从结构布置和构造上予以加强。主楼与裙房分离时, 应按裙房本身确定抗震等级。
8 接近或等于高度分界时, 应结合房屋不规则程度及场地、地基条件适当确定抗震等级。
2.1.5 确定结构体系时应重视构件承受竖向荷载的安全性能, 避免因部分结构或构件破坏而导致整个结构丧失抗震能力或对重力荷载的承载能力。对可能遭受偶然作用而发生局部破坏的竖向重要构件和关键传力部位或可能出现的薄弱部位,应采取措施提高其承载能力和抗震能力。对于倒塌可引起严重后果的重要结构,宜进行防连续倒塌设计。
说明: 结构倒塌往往是由竖向构件破坏造成的,既抵抗竖向荷载、又抗侧力的坚向构件属于最噩要的构件, 竖向构件的设计不仅应当考虑抵抗水平力时的安全, 更要考虑茌水平力作用下出现裂缝和塑性铰以后, 它是否仍然能够承担坚向荷载。
2.1.6 抗震结构体系宜具有多道抗震防线, 宜设计具有双重抗侧力体系和多赘余度的结构体系。
说明: 多道防线的概念通常指的是：1）多道设防的概念可以从超静定结构的概念中引申出来。静定结构, 也就是只有一个自由度的结构, 茌地震中只要有一个节点破坏或一个塑性铰出现, 结构就会倒塌; 抗震结构必须做成超静定结构,因为超静定结构允许有多个屈服点或破坏点。将这个概念引申,不仅要设计超静定结构, 抗震绐构还应该做成具有多道防线的结构。第一道防线中的某一部分屈服或破坏只会使结构减少一些超静定次数。2) 整个抗震结构体系由若干个(通常两个) 延性较好的分体系组成, 每个分体系都具有足够的刚度和承载力,可以承受一定比例的水平荷载, 并由延性较好的结构构件连接起来协同工作, 共同抵抗外力, 特别是在地震作用下, 当其中一部分损伤时, 另一部分应有足够的刚度和承载力能够担当共同抵抗后期地震作用的任务。在抗震结构设计中, 多道设防体系不容易倒塌, 是安全可靠的结构体系。如框架一剪力墙体系是由延性框架和剪力墙两个系统组成; 框架一筒体体系由延性框架和简体两个系统组成；双肢或多肢剪力墙体系有若干个单肢墙分系统组成。3）抗震结构体系应具有最大可能数量的内部、外部赘余度，有意识地建立起一系列分布的塑性屈服区，以使结构能吸收和耗散大量的地震能量，一旦破坏也易于修复。
2.1.7 关于剧场、体肓馆等大跨度公共建筑的结构体系
剧场及体育馆等建筑体型复杂, 容纳人数众多, 应特别注意力加强整体性与构造, 提高其抗震能力。
剧场及体育馆等建筑应适当多设抗侧力构件(钢筋混凝土抗震墙, 混凝土或钢支撑等), 以加强其抗侧刚度, 尽可能减少其侧移。不宜采用纯框架结构。
剧场一般由前厅、观众厅及后台(包括舞台) 三部分组成。这三部分建筑的体型、高度、跨度等相差悬殊。 当受到地震作用时, 其各部分的侧移也将相差较多, 因而容易造成损坏。因为观众厅内人数很多, 地震时即使主体结构不倒塌, 如果围护结构局部掉落, 也将造成人身伤亡事故。
因此,我们在设计剧场一类建筑时, 应特别加强其各部分的抗侧刚度, 使其即使茌遇到强震时, 侧移的绝对值也较小, 减少以至避免损毁。
除对于主体结构要精心设计, 适当增加安全度并加强其抗侧刚度外, 对于围护结构应特别注意加强与主体结构的拉结。不宜采用预制柱及后砌填充墙的做法, 因为此种做法后砌填充墙与柱子的拉结常常不可靠。在地震时, 有可能主体不倒而填充墙倒塌, 造成人员伤亡。
图2.l.7-1
~4所示,是中美洲国家尼加拉瓜首都马拿瓜的国家剧院（从立面、剖面可以看出前厅、观众厅及后台三部分如前所述体型、高度、跨度等相差悬殊）。在l972年发生强震时, 城市中大部分建筑物倒塌, 但该剧院虽受剧烈震动, 门厅内大理石柱子上的音乐家头像都掉落在地面上, 但整个建筑完好无损, 甚至大理石贴面都亳无破坏。该剧院强震完好的关键原因如2.1.7-3 平面图中所示,设计师在适当部位加设了剪力墙, 因而提高了建筑物的抗侧刚度, 使结构具有良好的抗震性能。
2.1.8 抗震设计的框架结构,不宜采用单跨框架。甲、乙类及高度太于24m的丙类建筑, 不应采用单跨框架。
(图中：外围是框架，粗黑线表示剪力墙）
说明: 震害调查表明, 单跨框架结构, 尤其是层数较多的高层建筑, 震害比较严重。因此抗震设计的框架结构不应采用冗余度低的单框架。
单跨框架结构是指整栋建筑全部或绝大部分采用单跨框架的结构, 不包括仅局部为单跨框架的框架结构。当单跨框架结构中,设置有一定数量的剪力墙时, 叫以在抗震设计中采用; 当一栋建筑物内, 除单跨框架外, 还有一定数量的多跨(包括双跨)框架时,也可在抗震设计中采用;其他情况应根据具体情况进行分析、判断。
2.1.9 抗震设防烈度为6度及以上地区的建筑, 必须进行抗震设计。
数十年来, 很多6度地震区发生了较大的地震, 甚至特大地震, 例如 1976年的唐山地震和2008年的汶川地震, 因此,对于6度区的建筑不能忽视抗震间题。尤其是在结构体系、结构布置和配筋构造上要考虑抗震要求, 以减轻地震灾害。
《建筑抗震设计规范》 GB50011-2010已明确制定强制性条文要求: 6度时的不规则建筑及建造于N类场地上较高的高层建筑, 应进行多遇地震作用下的截面抗震验算及相应的变形验算。
2.1.10 由于Ⅱ、Ⅲ类场地地震作用相差较大, 因此设计时应注意, 对于Ⅱ类与Ⅲ类分界线附近（指相差±15%的范围) 的建筑,《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第4.1.6条规定“当有可靠的剪切波速和覆盖层厚度且其值处于表4.1.6所列场地类别的分界线附近时, 应允许按插值方法确定地震作用计算所用的设计特征周期。”具体插值的方法可按《建筑抗震设计规范》GB50011 -2010条文说明第4.1.6条进行。
2.1.11 设计说明中应写明: 在设计使用年限内未经技术鉴定或设计许可, 不得改变结构的用途和使用环境。
2.1.12 为节约钢材, 当构件受力而配置钢筋时, 应优选强度等级较高的钢筋。目前《混凝土结构设计规范》GB50010-2010新增了500MPa级高强钢筋, 淘汰了235MPa级低强度钢筋, 应注意选用。
2.1.13 抗震等级为一、 二、 三级的框架和斜撑构件 (含梯段),其纵向受力钢筋采用普通钢筋时, 钢筋的抗拉强度实测值与屈服强度实测值的比值不应小于1.25; 钢筋的屈服强度实测值与屈服强度标准值的比值不应犬于1.3,且钢筋在最大拉力下的总伸长率实测值不应小于9%。
除上述钢筋外, 其余钢筋应按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010执行, 满足在最大受力情况下的总伸长率的要求。
2.1.14 在梁的配筋密集区域等处的钢筋可采用并筋的配置形式。直径28mm及以下的钢筋并筋数量不应超过3根; 直径32mm的钢筋并筋数量宜为2根; 直径36mm及以上的钢筋不应采用并筋。并筋应按单根等效钢筋进行计算,等效钢筋的等效直径应按截面面积相等的原则换算确定。
并筋采用绑扎搭接连接时,应按每根单筋错开搭接的方式连接。接头面积百分率应按同一连接区段内所有的单根钢筋计算。并筋中钢筋的搭接长度应按单筋分别计算。具体内容参见附录E。
2.2 结构苹面和竖向布置与防震缝胞设董
2.2 结构苹面和竖向布置与防震缝胞设董
2.2.1 抗震结构平面应力求规则、简单,尽量减少突出、凹进等复杂平面。在建筑物的酬个结构单元内,宜使结构的质量中心与刚度中心靠近, 减少地震作用下的扭转。如质量中心与刚度中心不能重合时,应考虑扭转所产生的不利影响。
说明:扭转不规则对抗震非常不利, 地震时结构山现扭转脆性破坏。减少结构扭转引起的破坏一般可从两方面入手,
是减少地震引起的扭转，二是增加结构抵抗扭转的能力。
平面刚度是否均匀是决定地震是否造成扭转破坏的重要因素,而影响刚度是否均匀的主要因素是剪力墙的布置,剪力墙集中布置在结构平面的一端是不好的, 大刚度抗侧力构件偏置的结构在地震作用下扭转大;对称布置剪力墙有利于减少扭转。周边布置剪刀墙或周边布置刚度很大的框筒, 都是增加结构扭转刚度的重要措施,有利于抵抗扭转。
为了减少地震作用下的扭转,还要注意平面上的质量分布,质量偏心会引起扭转,质量集中在周边也会加大扭转。
对于有些平面上有突出部分的建筑,例如L形、T形、H形的平面, 即使总体平面对称,还是会表现出局部扭转。因此,一般不宜设计突出部分过长的L形、T形、H形平面, 突出部分长度较大时可在其端部设置刚度较大的抗侧力构件,如剪力墙或井筒, 以减少突出部分端部的侧向位移,减少局部扭转。
2.2.2 结构布置应减少扭转影响。对于高层建筑混凝土结构,扭转为主的第一振型T
t与平动为主第一振型周期T1之比,A级高度不应大干0.9,B级高度不应大于0.85。周期比 T
t/T
1 不满足上述要求时,一般应调整抗侧力构件 (墙、柱)的布置,增大结构抗扭刚度,若抗侧刚度较大,也可采用减法,减小对扭转影响较小的抗侧构件的刚度, 放大平动为主的第一周期T
1(对于多塔结构,T
t及T
1可分别取各单体结构扭转为主及平动为主的第一振型）。
说明：扭转为主的第一振型T
t与平动为主的第一振型T1之比 T
t/T
1的限值一般均应满足。要满足此条件,对于刚度较大的结构一般可做减法, 即喊少或喊弱建筑中的中间部位的剪力墙,放大T
1,从而满足要求,如层间位移角很小且位移比也满足要求时,也可适当放松。据中国建筑科学研究院研究成果建议T
t/T
1应小于0.95,以避免较大地震时结构扭转脆性破坏。
2.2.3 结构侧向刚度沿竖向宜均匀变化,避免侧向刚度和承载力突变形成软弱层, 竖向抗侧力构件的截面尺寸和材料强度宜自下而上逐渐减小。
说明:结构宜做成上下等宽或由下向上逐渐减小的体型, 比结构体型更为重要的是: 结构的抗侧刚度应当沿高度均匀,或沿高度逐渐减小。与结枸平血刚度一样, 竖向抗侧刚度是否均匀也主要在于剪力墙, 取决于剪力墙沿竖向的布置和变化是否均匀。
2.2.4 高层建筑宜调整平面形状和结构布置,避免设置防震缝。体型复杂、平立面不规则的建筑,应根据不规则程度、地基基础条件和技术经济等因素的综合比较分析, 确定是否设置防震缝。
说明:国内外大地震中相邻结构碰撞造成的震害十分普遍, 主要是设置的缝宽度不足, 地震摇摆使距离过近的结构碰撞,导致结构破坏,例如我国唐山地震中,北京的烈度并不高, 但在一些高层建筑上发生多起因碰撞而结构损伤的震害；2008年汶川地震震害也表明:伸缩缝和沉降缝的两侧很容易发生碰撞。许多高层建筑都是有缝必碰,轻的装修、女儿墙碰碎,面砖剥落,重的顶层结构损坏。另外,设缝后,常带来建筑、结构及设备设计上的许多困难, 墓础防水也不容易处理。近年来,国内较多的高层建筑结构, 从设计和施工等方面采取了有效措施后,不设或少设缝,从实践上看来是成功的、可行的。只有在连成整体的结构十分不合理的情况下才设缝。
2.2.5 如果结构平面或竖向布置不规则且不能调整时,则宜设置防震缝将其划分为较简单的几个结构单元。设缝时应将伸缩缝、沉降缝、防震缝结合考虑, 伸缩缝和沉降缝应留有足够的宽度, 都必须按照防震缝的要求设置其宽度, 避免地震时相邻部分互相碰撞而破坏。
2.2.6 宜控制防震缝的数量,体型复杂的建筑并不一概提倡设置防震缝。过去一般采用防震缝将体型复杂的结构划分为若干独立的抗震单元,目前对于是否设置防震缝的总体倾向是不设防震缝:可设缝、可不设缝时,不设缝。当不设置防震缝时,结构分析模型复杂,连接处局部应力集中需要加强,而且需要仔细估计地震扭转效应等可能导致的不利影响。设置防震缝可以使结构抗震分析较为简单, 容易估计其地震作用和采取抗震措施, 对由防震缝分开的单体应进行位移和地震产生的扭转效应的灌障, 保证相邻结构有足够大的间距, 避兔结构地震时摇摆变形发生碰撞。防震缝的设置应满足:
1 防震缝宽度应满足:
1) 框架结构房屋,高度不超过15m时不应小于100mm; 超过15m时,6度、7度、8度和9度分别每增加高度5m、4m、3m和2m,宜加宽20mm;
2) 框架—剪力墙结构房屋不应小于本款第1项规定数值的70%,剪力墙结枸房屋不应小于本款第1项规定数值的50%,且二者均不宜小于100mm;
2 防震缝两侧结构体系不同时,防震缝宽度应按不利的结构类型确定,并可按较低房屋的高度计算缝宽。
3 8、9度框架结枸房屋防震缝两侧结构层高相差较太时, 防震缝两侧框架柱的箍筋应沿房屋全高加密;其他抗震框架结构防震缝两侧框架柱的箍筋宜沿房屋全高加密。
4 防震缝宜沿房屋全高设置；地下室、基础可不设防震缝,但在与上部防震缝对应处应加强构造和连接。
5 结构单元之间或主楼与裙房之间不宜采用牛腿托粱的做法设置防震缝;否则应采取可靠措施防止地震时的碰撞和掉落。
2.3 位移限值
2.3 位移限值
2.3.1 建筑物的楼层水平位移限值应按《建筑抗震设计规范》GB5001l-2010和《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的相应规定执行。
2.3.2 考虑偶然偏心影响时,在规定的水平力作用下,搂层竖向构件最大的弹性水平位移和层间位移,分别不宜大于相应位移平均值的L2倍,且A级高度不应大于1.5倍、B级高度不应犬于1.4倍。但该条并非强制性条文,可将限值适当放松。
1 该条条文基本上系从美围“UBC”规范引进。\”UBC”规范对于扭转影响造成的楼层最大水平位移大于该楼层位移平均值的1.5倍者,并非绝对禁止,而是给出一些措施以解决问题;
2 当楼层最大层间位移角的绝对值很小或仅个别楼层超出比值限值时, 可将限值适当放松。
说明: 建筑物应满足最大弹性层间位移角限值和位移比的限值要求, 但当楼层的最大层间位移角不大于《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中的限值的40%时, 该楼层竖向构件的最大水平位移与层间位移与该楼层平均值的比值可适当放松, 但不应大于1.6。
应注意验算最大弹性位移角限值时是不计入偶然偏心的，而在验算位移比的限值时应考虑偶然偏心的影响。
位移比计算时，模型应采用刚性楼板假定。
对于平面特别狭长的结构，可将《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010规定的偶然偏心矩适当减少。
对于质量与刚度分布明显不对称、不均匀结构，及不考虑偶然偏心影响时位移比≥1.3时，应补充计算双向水平地震作用下的扭转影响，但双向水平地震和偶然偏心不需要同时组合。即验算构件承载力时应取考虑偶然偏心单向地震作用与不考虑偶然偏心双向地震作用二者中的较大值。但验算最大弹性位移角限值时可不考虑双向水平地震作用下的扭转影响。
2.3.3 当建筑物的层间位移较大，不易满足规范、规程对于层间位移角的限值时，可采用本措施2.3.4
~2,4,6条的方法给予适当放松要求。
说明：本条放宽水平位移限值的方法参照广东省建设厅发布的《广东省实施〈高层建筑混凝土结构技术规程〉(JGJ3-2002〕补充规定》。
2.3.4 对十高度小于150m的剪力墙、筒中筒等弯曲变形型结构,当某楼层层间有害位移值小千层间
位移值的50%, 即
⊿ü
i
/u
i<0.5时,该楼层层间位移角限制可放宽至1/800。建筑物高度在l50
~250m之间时,可在1/800
~1/500之间线性插值。 其中⊿
ü
i为
i层层间有害位移, 可用下式计算:
⊿üi=ui-ui-1 -θi-1hi=⊿ui-θi-1hi
式中
⊿ü
i－－i层层间有害位移;
u
i－－i层楼层位移;
u
i-1－－i-l层楼层位移;
⊿u
i－－i层层间位移；
θ
i-1－－i-1层楼层位移角
h
i－－i层层高。
2.3.5 对于高度小于150m的框架一剪力墙、框架 核心筒等弯剪变形型结构, 当某楼层层间有害位移值小干层间位移值的50%, 即
⊿u
i/
u
i<0.5时,该楼层层间位移角限制可放宽至1/650。建筑物高度在150
~250m之间时,可在1/650
~1/500之间线性插值。
2.3.6 对干带大底盘裙房的塔楼, 位移角限值在一定条件下也可放松。
2.4 钢筋的连接
2.4 钢筋的连接
2.4.1 所有的连接方式都比原有整根钢筋的受力有所削弱，因此：
1 混凝土结构中受力钢筋的连接接头宜设置在受力较小处；
2 在同一根受力钢筋上宜少设接头；
3 在结构的重要构件和关键传力部位, 纵向受力钢筋不宜设置连接接头。
2.4.2 机械连接
在结构的重要部位, 宜优先选用机械接头。此外, 剪力墙的端柱及约束边缘构件的纵筋, 也应优先选用机械接头。但直径不大于mm的纵筋, 也可选用搭接接头。(剪力墙的水平与竖向分布筋, 一般直径较小, 且数量多,不宜采用机械接头,可采用搭接接头。)
过去对于结构的重要部位,钢筋的连接皆要求焊接,自2002版《高层建筑混凝土结构技术规程》开始已改为宜采用机械连接,现行《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-20l0也如此,这是因为:
1 目前施工现场的钢筋焊接,质量较难保证。各种人工焊接,常不能采取有效的检验方法,仅凭肉眼观察,对于焊接的内在质量问题, 不能有效检出。当前焊接工人的技术水平、素质等,也往往不理想。
2 95年日本阪神地震震害中, 观察到多处采用气压焊的柱纵筋在焊接处拉断的情况。
3 英国规范规定:“如有可能,应避免在现场采用人工电弧焊”。
4 美国“钢筋协会”提出:“在现有的各种钢筋连接方法中,人工电弧焊可能是最不可靠和最贵的方法”。
综上所述，《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-20l0规定: 在结构的重要部位,首选机械接头。
5 目前机械连接的技术已比较成熟, 可供选择的品种较多, 质量和性能比较稳定。
机械接头一般分为Ⅰ、Ⅱ、Ⅲ三个等级。设计中可根据《钢筋机械连接通用技术规程》JGJ107-2010中的相关规定, 选择与受力情况相匹配的接头。
应注意：即使是Ⅰ 级接头，依据《钢筋机械连接通用技术规程》JGJ107-2010, 在抗震建筑中梁、
柱箍筋加密区也不宜使用; 当无法避开时, 接头百分率不应大于50%。
2.4.3 搭接连接
搭接接头应满足:
1 选择受力较小部位设置接头;
2 有足够的搭接长度;
3 搭接部位的箍筋间距加密至满足要求;
4 有足够的混凝土强度与足够的保护层厚度。
如能满足以上四款墓本要求, 则其质量可以保证, 即使在抗震构件上也是可以应用的。而旦,它一般不致出现如焊接或机械连接那样的人为失误的可能。因此,它也是一种较好的钢筋连接方法, 而旦往往是最省工的方法。
其缺点为：
1 在抗震构件的内力较大部位，当构件承受反复荷载时，有滑动的可能；
2 在构件钢筋较密集时，采用搭接方法将使浇捣混凝土较为困难。
此外，当受拉钢筋直径大于25mm,受压钢筋直径大于28mm时，不宜采用搭接。（美国规范规定搭接钢筋直径可达36mm, 如遇特殊情况可参照)。
框架梁底部钢筋的搭接，应位于距支座边不小于1.5h
0处。
我国对于搭接接头，一般要求搭接钢筋绑扎在一起，这在某些情况下较难做到，现介绍美国规范的规定如下，以供参考（但应注意加强横向钢筋，例如箍筋加密等）。
2.4.4 焊接接头 钢筋焊接可采用在工厂进行的有可靠工艺保证的焊接接头，如闪光对焊。 工地宜少采用焊接接头；如有少量接头需采用人工电弧焊接，必须具备可靠的质量检查制度。 柱子钢筋接头的现场焊接时会产生使焊点附近钢筋脆性破坏的危险，因此应采取严格的预热处理。焊接接头不能位于潜在的塑性铰位置。
2.5 纵同受刀钢筋的最小配筋率
2.5 纵同受刀钢筋的最小配筋率
2.5.1 钢筋混凝土结构构件纵向受力钢筋的最小配筋百分率应满足《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第8.5.1条的要求。应注意因混凝土强度等级偏高时脆性特征更为明显，故规定当混凝土等级为C60以上时，最小配筋率上调0.1%。《混凝土结构设计规范》GB50010-2010已将受力钢筋的强度由335N/mm²提高到400~500N/mm² ,而板类构件的混凝土强度一般都不高，配筋基本全都由钢筋率限值来控制，对此类情况的最小配筋率限值由老规范的0.2%改为0.15%。
2.5.2 抗震构件纵向受力钢筋的最小配筋百分率应满足《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010和《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的有关要求。
2.6 混凝土结构和构件的裂缝控制
2.6 混凝土结构和构件的裂缝控制
2.6.1 结构的伸缩缝设置
《混凝土结构设计规范》GB50010-2010给出了钢筋混凝土结构伸缩缝的最大间距宜符合的规定,《高层建筑混凝土结构披术规程》JGJ3-2010绐出了高层建筑结构伸缩缝的最大间距宜符合的规定。两本规范的规定基本一致,考虑了结构体系、施工方法、结构所处环境的影响。但应当注意的是: 设计人员应当根据工程所在城市的环境情况区别对待, 我国国土幅员辽阔, 全国各地都用相同的伸缩缝最大间距显然不够合理。应根据本地的环境温差、干湿度情况总结出各个地区的合理伸缩缝最大间距。
设计中常常因各种原因导致结构分缝困难。有的工程分缝后结构体系自身不够合理, 有的工程分缝后建筑立面难以处理, 有的工程可以适当分缝, 但分缝后每一个结构单元的长度还是大大超过了规范所规定的限值。
对于超过规范限制的结构,我们应该慎重对待。对于一般立面装修要求不高、使用上无特殊要求的
建筑, 其伸缩缝最大间距,应按规范规定执行。尤其是住宅, 一旦出现裂缝会带来很大的麻烦, 更应慎
之又慎,因此一般情况下应严格把握,没有十分可靠的措施不能随意放宽限制。
对于公共建筑, 则可以根据工程情况以及所采取的对策措施, 适当加大伸缩缝间距。
说明：除了荷载作用下的受刀裂缝,混凝土的开裂主要包括两方面: 一是混凝土浇筑后硬化过程中的干缩裂缝, 二是使用过程中外界温度变化导致的伸缩裂缝。规范刈于伸缩缝最大间距的要求主要是为了减少后一种裂缝的产生。这两类裂缝,产生的原因不同,斋要应对的措施不问, 因此应从两方面入手控制裂缝的产生。
我们曾对多起工程发生裂缝的情况进行处理, 很多工程即使长度未超过规范推荐的最大间距仍出现了严重的裂缝问题。多起问题总结后发现:目前工程中的裂缝问题大多数是干缩裂缝,引起干缩裂缝的主要原因是施工养护和材料问题。控制干缩裂缝最重要的是对施工过程和混凝土材料构成的控制,必须加强施工措施, 增强混凝土防裂抗渗性能。
2.6.2 控制干缩裂缝可以采取的措施为:
1 精选砂、石骨料,注意骨料配合情况。拌合前, 须清洗骨料杂物。粗细骨料的含泥量应严格控制在施工规范的要求以内。粗骨料的强度, 一般不起控制作用,常用的石灰岩石子,对于配制C70以下的混凝土都不成问题。有问题的是石子级配、粒径等问题。而近年来我固石子供应质量每况愈下,石子空隙率过大, 形状不合格,导致灰浆过多,更容易开裂。因此对于超长或者高强易裂工程应要求调整级配,使石子空隙率减至合格的范围以内。不宜采用人工砂, 因为人工砂采用石子粉碎, 常有很多细末,容易造成裂缝。
2 控制水泥用量并且优选水化热低的水泥。每立方混凝土水泥用量不宜超过350kg, 否则易裂。不宜采用早强水泥, 一些早强水泥将水泥磨得过细,细颗粒越多, 越易裂, 而且早强导致水化热产生太快,拆模时如外界温度低,温差大就易开裂。
3 混凝土采用60
~90天强度。建筑物底部结构承受全部荷载, 都在60天以后, 采用后期强度,可少用水泥, 利用粉煤灰, 是减少裂缝很有效的方法。 现在搅拌站出来的混凝土, 基本上都掺人了粉煤灰, 我国《粉煤灰在混凝土和砂浆中应用技术规程》JG]28-86规定基础构件可用60天强度, 实际上其他构件也可以。围外用90天强度已很普遍。这样既可以节约水泥用量,降低造价,又可以减少混凝土的收缩, 减少由此而产生的开裂。为限制混凝士的早期开裂,可控制混凝土的早期强度,在不掺缓凝剂的情况下,可要求12小时抗压强度不太于8kN/mm
2或24小时不大于l2kN/mm
2,当抗裂要求较高时,宜分别不高于 6kN/mm
2及10kN/mm
2。
4 注意混凝土硬化过程中的养护。结构表层混凝土的耐久性质量在很大程度上取决于施工养护过程中的湿度和温度控制。暴露于大气中的新浇混凝土表面应及时浇水或覆盖湿麻袋, 湿棉毯等进行养护,如条件许可,应尽可能蓄水或洒水养护 (反梁式筏基采用蓄水最好),但在混凝土发热阶段最好采用啧雾养护,避免混凝土表面温度产生骤然变化。
对于大掺量粉煤灰混凝土,在施工浇筑大面积构件 (筏基, 楼板等）时,应尽量减少暴露的工作面,浇筑后应立即用塑料薄膜紧密覆盖 (与混凝土表面之间不应留有空隙) 防止表面水分蒸发,并应确保薄膜搭接处的密封。待进行搓抹表面工序时可卷起薄膜并再次覆盖,终凝后可撒除薄膜进行水养护。
5 冬施混凝土成型前后进行温控计算和测试。
6 尽可能晚拆模,拆模时的混凝土温度 (由水泥水化热引起的)不能过高,以免接触空气时降温过快而开裂(拆模后混凝土表面温度不应下降15℃以上),更不能在此时浇注凉水养护。
混凝土的拆模强度不低于C5。
7 慎重选用混凝土外加剂。外加剂选用不当, 不仅有可能影响耐久性, 而旦还有可能因为搅拌过程不充分导致混凝土中的外加剂不均匀,有的地方多,有的地方少,这种情况反而会导致混凝土开裂。
8 除上述各条外,大体积混凝土的施工应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-20l0第13.9节的各条规定。
对于超长结构,以上各条措施应在施工图中注明,并应在施工交底中强调。超长结构的设计人员有义务和必要了解施工的知识,为结构避兔裂缝做出预先控制。
2.6.3 控制温度裂缝可以采取的措施为:
1 做好建筑物的保温, 建筑外墙设外保温; 适当增加屋面保温层厚度;
2 屋面最好做架空层以提高其隔热性能, 减少太阳辐射对混凝土屋面板的直接影响。一般可在屋面防水层以上砌筑小砖墩,上面铺设混凝土薄板 (厚度40mm左右), 板内可配置φ4
~φ6构造钢筋。在外墙面上须留出通气孔,使架空层内的空气得以流通。
3 仅在屋顶层设置伸缩缝 (见图2.6.3-1)
图2.6.3-1 仅屋顶层设置伸缩缝 (北京昆仑饭店实例)
4 在温度应力大的部位增设温度筋,这些部位主要集中茌超长结构的两端, 混凝土墙体附近, 温度筋配置的原则是直径细、间距密。在满足强度要求的前提下,钢筋直径宜为8
~10mm,间距宜为l50mm左右。
顶层梁、板筋均应适当加大,梁筋主要加大腰筋, 腰筋直径以≤16mm为宜,间距可取150mm左右。
5 对于矩形平面的框架一剪力墙结构,不宜在建筑物两端, 设置纵问剪力墙,如图2.6.3-2。
6 剪力墙结构纵向两端的顶层墙的配筋,采用细直径密间距的方式。
7 外露的挑檐、雨罩、挑廊等结构, 应每隔12m左右,设一道伸缩缝, 缝宽20
~30mm,与之相连的纵向梁,应加强其腰筋的配置,腰筋直径宜副6mm,间距可取150mm左右。
图2.6.3-2 建筑物两端不宜设置纵向剪力墙示意
8 配置预应力温度筋。在梁、楼板内配置预应力温度筋是一种主动抗裂的方式, 可有助于解决后期温度变形导致的裂缝。混凝土受到预压,就能抵消和避免在拉应力下产生裂缝。梁中预应力钢筋可以采用截面中心直线布筋方式。板中预应力钢筋可以采用截面中心直线布筋方式,为了节约施工过程中的马凳数量,也可以采用曲线布筋, 支座处控制在截面中心, 仅在1/8跨度处增设马凳即可,跨中处自然垂放。在温度应力大的部位板内预应力控制值可为1MPa左右(美国规范要求压应力不小于100lb/in
2约合0.7MPa), 梁内预应力控制值可为1.5MPa左右。其他部位根据应力情况酌减。但应注意,预应力筋的张拉一般宜在混凝土强度达到75%以后,这时如施工养护不好的话干缩裂缝早已出现, 因此施加预应力的方法并不能防止干缩裂缝,更需向施工单位强调加强施工养护的重要性。 现浇结构每隔30m
~40m间距设置施工后浇带(图2.6.3-3),宜2个月并不应少于45天后再以高一级强度的混凝土浇灌后浇带。应注意,施工后浇带的作用在于减少混凝土的收缩应力, 并不直接减少使用阶段的温度应力。后浇带不能代替伸缩缝。通过后浇带的板、墙钢筋宜断开搭接,以便两部分的混凝土各自自由收缩; 梁主筋断开问题较多, 可不断开。后浇带应从受力影响小的部位通过(如梁、板1/3跨度处,连梁跨中等部位),不必在同一截面上,可曲折而行,只要将建筑物分开为两段即可。混凝土收缩需要相当长时间才能完成, 一般在45天后收缩大约可以完成60%,所以在2个月后浇灌能更有效地减少收缩裂缝。
图2.6.3-3 施工后浇带示意
对于超长结构要慎重、认真地控制好设计和施工的各个环节,应同时控制干缩裂缝和温度裂缝。
2.6.4 混凝土构件的强度选择:
剪力墙混凝土强度宜控制不超过C40,挡土墙混凝土强度不超过C30,楼板一般不超过C35。超高层建筑如果需要可以采用较高强度。除柱外,墙尽量少用高强混凝土,因不易养护。一般情况下,不要因位移不够采用超过C40的墙体混凝土,更不要因连梁不够而用超过C40的混凝上,C60混凝土的弹性模量只比C40提高10%左右,对减小整体位移的贡献有限。
地下室挡土墙一般长度较大且对混凝土强度的要求不高,因此混凝士强度不宜超过C30。
有的工程地下室有五层,所有墙体:包括挡土墙和上部落下的剪力墙都采用C50, 这样设计很不合理, 因为施工中很容易出现干缩裂缝,关链是根本没有必要用这么高强度。
楼板一般不宜超过C30,否则容易裂。
有的施工图上注明: 梁C40, 板C30,这是无法施工的。
如混凝土墙体因抗震抗剪承载力不够需要采用高强度等级混凝土, 则必须注意加强施工措施。例如有一个工程, 混凝土墙体因为抗震抗剪承载力算不够, 不得已采用了高强度等级混凝土,设计人员和施工单位都高度重视, 各项施工措施完善, 墙体施工后未出现开裂问题。该工程采用了90天强度, 并有一项施工规定：拆模前螺栓松动后，立即从墙面上大量向模板内浇水。拆模后用塑料薄膜包严。防止水分蒸发，效果很好。
对于超长或高强度混凝土结构，避免裂缝问题的关键点在于设计精心、施工到位。
2.6.5 荷载作用下的受力裂缝控制
1 按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010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 其他墓础构件(包括地下室挡土墙）的允许裂缝宽度可放宽至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, 因而额外多配许多钢筋, 造成很大浪费。
工程中的混凝土开裂,绝太多数是由于上述的两大类原因再加上支座沉降等造成的, 规范并没有规定出现这类裂缝
及其宽度的计算方法, 也没有明确这类裂缝是否应与受力裂缝宽度叠加, 原因是这类裂缝的不确定囡素很多。
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,
计算结果相差很大。交通、水利工程的混凝土构件所处的环境条件比我们建筑物构件要严酷得多,但是建设部《混凝土结构设计规范》GB50010-却伯计算的结果却是最大的。
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所产生的裂缝宽度, 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来源是前苏联, 前苏联的穆拉谢夫教授在1949年专门研究裂缝, 他按纯受弯构件,
假设构件裂缝间距相等,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, 并根据试验数据得出最后公式。我国东南太学丁大钧教授继承了穆拉谢夫的思路,后来中围建筑科学研究院也对此逃行研究,得出了裂缝宽度的公式。
由此,我们应该明确《混凝土结构设计规范》GB50010-2010裂缝宽度计算公式的适用范围:
1 只适用单向简支受弯构件。双向受弯构件不适用,如双向板、双向密肋板。
目前规范巾有关裂缝控制的验算方法, 是沿用早期采用低强钢筋以简支梁枸件形式进行试验研究的结果,与实际工程中的承载受力和裂缝状态相差甚大。由于工程结构中粱、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度提高, 裂缝状态将取代承载能力成为控制设计的主要因素, 从耐制约高强材料的应用。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方法, 所以这种要求和计算是没有意义和依据的。
2 对于连续梁计算裂缝宽度偏大。主耍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 外墙挡土墙是压弯构件, 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,减端结构寿命。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ACB18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EN1992-1.1认为“只要裂缝不削弱结构功能,可以不对萁加以任何控制”,“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。在海水、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),侵蚀水迸去后,不易由雨水等冲刷掉, 因此对构件更不利。
综上所述, 我们可知:
1《混凝士结构设计规范》CB50010-2010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, 没有合理的蚬论依据,不宜采用。
3 钢筋混凝土楼盖
.
3.1 钢筋混凝土楼盖一般规定
3.1 钢筋混凝土楼盖一般规定
3.1.1 基本原则
1 楼(屋)盖结构选型应满足房屋的使用功能和建筑造型的需要, 满足建筑对楼层净高的要求。
2 在结构设计方面楼(屋)盖结构应满足承载力和刚度的要求,并应具有良好的整体性,有利于抗风与抗震。楼(屋)盖的梁、板构件的保护层厚度尚应满足耐久性和有关防火等级要求。
3 对有人防和消防(消防通道)要求的楼盖结构以及直升飞机停机坪的屋盖结构, 应满足有关标准的要求。
3.1.2 常用楼盖形式
1 楼盖形式常用的有梁板组成的肋形楼盖和无梁楼盖。常用肋形楼盖的板有: 现浇梁式单向板、现浇双向板、现浇单向密肋板和双向密肋板; 后张无粘结预应力现浇单向板、双向板;预制圆孔板。梁楼盖有:现浇无梁平板、带平托板(柱帽）的无粱楼板等。
2 考虑结构安全及舒适度 (刚度)的要求,根据工程经验,提出了常用混凝土板的跨厚比,并从构造角度提出了现浇板最小厚度的要求。现浇板的合理厚度应在符合承载力极限状态和正常使用极限状态要求的前提下,按经济合理的原则选定,并考虑防火、防爆等要求,板的最小厚度和板厚与跨度的比值见表3.1.2-1和表3.1.2-2。
表3-1.2-1
现浇板的推荐厚度 (mm)
| 项次 | 板楼 | 板的最小厚度 | |
| 1 | 单向板 | 屋面板 | 60 |
| 2 | 民用建筑的楼板 | 60 | |
| 3 | 工业建筑的楼板 | 70 | |
| 4 | 行车道下楼板 | 100 | |
| 5 | 双向板 | 80 | |
| 6 | 密肋板 | 单向及双向 | 50 |
| 7 | 悬臂板 | 当板的悬臂长度≤500mm时 | 板的根部80 |
| 8 | 当板的悬臂长度1200mm时 | 板的根部100 | |
| 9 | 无梁楼板 | 150 | |
| 10 | 现浇圆孔板 | 民用建筑的楼板 | 200 |
表3.1.2-2
板的厚度与跨度的最小比值（h/L
）
| 项次 | 板的支承情况 | 板的种类 | ||||
| 单向板 | 双向板 | 悬臂板 | 无梁楼盖 | |||
| 有托板 | 无托板 | |||||
| 1 | 简支 | 1/30 | 1/40 | 1/32 ~1/40 | 1/30 ~1/35 | |
| 2 | 连续 | 1/40 | 1/50 | 1/12 | ||
注: 1 L为板的短边计算跨度; 2 跨度大于4m的板宜适当加厚。
3 表中双向板系指板的长边与短边之比等于1的情况,当大于m时,板厚宜适当增加;
4 荷载较大时,板厚另行考虑。
5 板厚尚应满足防火要求。
3 预制板的叠合层混凝土强度等级不宜低于C25, 厚度不应小于50mm。
4 现浇混凝土结构的梁截面高度可根据荷载情况参照表3.1.2-4取用。
表3-1-2-4 梁截面高度(L为梁的计算跨度, 井字梁为短跨)
| 分类 | 梁截面高度 |
| 简支梁 | （1/12 ~1/16）L |
| 连续梁 | （1/12 ~1/20）L |
| 单向密勒梁 | （1/18 ~1/22）L |
| 井字梁 | （1/15 ~1/20）L |
| 悬挑梁 | （1/5 ~1/7）L |
| 转换梁 | 有抗震设防（1/8）L |
注: l 双向密肋梁截面高度可适当减少;
2 粱的荷戟较大时,截面高度取较大值, 必要时应计算挠度及裂缝宽度。
3 有特殊要求的粱, 截面高度尚可较表列数值减少,但应仔细核算,并采取加强刚度的措施。如增设受压钢筋、在需要与可能时梁内设置型钢、增设预应力钢筋等等。
4 在计算梁的挠度时,应考虑梁受压区现浇板(翼缘)的有利作用。
5 在验算挠度时, 可将计算所得挠度值减去构件的起拱值。
3.1.3 适用范围和基本要求
1 结构转换层、大底盘多塔楼结构的底盘顶层、平面复杂或开洞过大的楼层、作为上部结构嵌固部位的地下室楼层,或加强层的结构、错层结构以及连体结构应采用现浇楼(屋)盖。
2 建筑物高度超过50m的框架结构、框架一剪力墙结构、剪力墙结构、筒体结构宜采用现浇楼(屋)盖。
3 建筑物高度不超过50m时:8、9度抗震设计宜采用现浇楼(屋)盖;6、7度抗震设计可采用装配整体式楼盖。
4 高层建筑的顶层,以及竖向结构的抗侧刚度有显著差异的各层楼面, 应采用现浇楼板,并应与竖向结构有可靠的连接。
5 框支剪力墙结构转换层的现浇楼板、箱形转换层结构的恤忙、下层楼板以及厚板转换构件的设计要求详本措施第7章部分框支剪力墙结构相关条款〇
6 框架一核心筒和筒中筒结构的楼盖,宜选用结构高度小、整体性强、结构自重轻及有利于施工的楼盖结构形式。框架一核心筒和筒中筒结构的楼(屋)盖宜选用现浇梁板式楼板,也可选用密肋式楼板、预应力混凝土平板。具体要求详本措施第8章。
7 现浇预应力板的板板厚可按跨度的l/45
~l/50采用, 且一般不小于150mm。预应力板的预应力钢筋保护层厚度不宜小于30mm。
8 现浇预应力楼板设计中应采取措施保证楼板中有效预应力的建立。
9 部分预应力混凝土适用于跨度≥18m的现浇屋面梁, 以减小层高, 提高构件的抗裂度。
10 当剪力墙采用滑模法施工时,宜优先采用滑模一层墙体浇筑一层楼板的方案；如采用先滑墙体,后浇楼板或搁置预制楼板的施工方案时,需验算墙体在施工期间的承载力及稳定性,仔细设计楼极与墙的连接大样。
11 对于抗震设计的建筑,当楼板平面过于狭长或有较大的凹入或开洞而使楼板有过大削弱时,应在设计中考虑楼板变形产生的不利影响。结构分析中可根据开洞情况考虑采用符合楼板平面内实际刚度变化的计算模型如弹性楼板摸型等,同时应采取可靠措施予以加强。
1)对双十宇形、井字形、Y形等外伸长度较大的建筑, 应加强楼板以及外伸墙体根部连接处的构造, 必要时还可在外伸段凹槽处设置连接粱或连接板。加强措施主要有:
① 设置拉粱或拉板,且宜竖向均匀布置。拉板厚取250
~300mm, 按暗梁的配筋方式配筋;拉梁、拉板内纵向筋的配筋率不宜小于1.0%。纵向受拉钢筋不得搭接, 并锚入支座内不小于l
aE。
② 设置阳台板或不上人的外挑板,板厚不宜小于180mm,双层双向配筋,每层每向配筋率不宜少于0.25%,并按受拉钢筋锚固茌支座内。
2）楼板一般不宜开太洞,如楼板开大洞削弱后,宜采取以下构造措施予以加强:
① 加厚洞口附近楼板,提高楼板的配筋率,采用双层双向配筋,每层、每向配筋率不宜少于0.25%;
② 洞口边缘设置边梁、暗梁；暗梁宽度可取板厚的2倍, 纵向钢筋配筋率不宜小于1.0%。
3.2 现浇单同板和双同板
3.2 现浇单同板和双同板
3.2.1 除直接受动荷载作用的楼板、无防水层的屋面板以及要求不出现裂缝的构件外, 内力计算时均可考虑塑性内力重分布, 按塑性分析法设计。
说明:塑性分析法是按塑性铰线理论计算,使用时沿塑性铰线并无开裂现象。
塑性分析法与弹性分析法相比，能节约钢材。
但是塑性分析法也有适用范围,例如处于侵蚀环境等情况下,就不宜采用。这种情况町采用弹性分析法,并可以对支座弯矩进行适当调幅。
3.2.2 现浇板的搁置长度: 在砖砌体上时不小于120mm,且不小于板的厚度;在混凝土构件上时不小于80mm;在钢构件上时不小于50mm。
3.2.3 现浇单向板支座钢筋伸入跨中长度及锚入梁内的长度见图3.2.3。简支板或连续板下部纵向受力筋伸人支座锚固长度:大于等于5倍钢筋直径且伸过墙或梁中心线。当连续板内温度、收缩应力较大时,伸入支座的长度宜适当增加。边支座的上部钢筋可按简支构造处理,伸至尽端,做一个向下直勾弯至板底即可(不需要采用锚固长度l
a)。
注: 1.当
Q
k≤
3G
k时;
a=L
0/4
,a
1
=L
01
/4,a
2
=L
02
/4,a
3
=L
03
/4
当
Q
k
＞3G
k
时
；a=L
0
/3, a
l
=L
01
/3, a
2
=L
02
/3, a
3
=L
03
/3
式中
Q
k－－可变荷载的标准值;
G
k－－永久负荷的标准值。
2. 板下部受力钢筋,可根据钢筋实际长度采用甲或乙的配筋形式。
3. 当跨度相差＞20%时,上部受力钢筋伸过支座边缘的长度a值应按弯矩图形确定。
3.2.4 现浇双向板受力筋的配置, 跨中受力钢筋小跨度方向在下,大跨度方向在上。见图3.2.4。
3.2.5 现浇单向板或双向板, 当跨中设置后浇带时, 相邻两边支座的负钢筋应考虑后浇带浇灌混凝土前的悬臂作用而予以适当加强。也可在施工时增加临时支撑。
3.2.6 现浇板内埋设机电暗管时,管外径不应大于板厚的1/3。管子交叉处不受此限制。说明: 在管子交义处, 两根管子的外径相加值可以大于1/3板厚,但此时管子外皮的混凝土保护层厚度应≥25mm。
3.2.7 四周与梁整体连接的板(无梁楼板除外),按弹性计算所得的弯矩数值,可根据下列情况予以减少:
1 中间跨的跨中截面及中间支座截面可减少20%;
2 边跨的跨中截面及从楼板边缘算起灼第二支座截面:
当
L
b
/L＜1.5时可减少20%;
当1.5≤
L
b
/L≤2时可减少10%;
式中
L－－垂直于楼板边缘方向的计算跨度;
L
b－－沿楼板边缘方向的计算跨度 (图3-2-7);
3 角区格不应减少。
3.2.8 挑檐转角处挑板应按下列情况配置附加加强钢筋:
在挑檐转角处配置放射形加强支座钢筋,其配筋量应按计算需要配置, 钢筋的锚固长度应大于悬挑长度且不小于
l
a,见图3.2.8。
(若角部有柱时, 锚固长度可自柱边算起)
3.3 现浇密肋板
3.3 现浇密肋板
3.3.1 密肋板在小肋间根据建筑顶棚装修的需要, 可为空格或填置空心砖或加气混凝土块等形成平板底面。板厚度一般可取50mm。
3.3.2 单向密肋板,板净跨一般为500
~700mm, 肋宽80
~120mm, 纵向受力钢筋和箍筋应按计算确定, 构造要求如图3.3.2所示。
图3.3.2 单向密助板 注: 需注意,下层不需设置混凝土配筋板, 因为不仅从受力上来说没有必要, 而且下层混凝上施工不易保证。
3.3.3 双向密肋井字楼盖, 一般适用于较大跨度。区格的长边与短边之比宜不大于1.5(图3.3.3-1)。肋粱一般为正交, 肋粱的截面和配筋按计算确定。但肋梁宽度不宜小于100mm，受力钢筋不宜少于2φ10, 箍筋不小于φ6@250。 双向密肋楼盖的施工, 可以采用轻质填充物, 平面布置可参见图3.3.3-2。
3.4 预制预应力圆孔板
3.4 预制预应力圆孔板
3.4.1 预制预应力圆孔板有跨度2.1m至4.8m的短向板和4.8m至7.2m的长向板, 其厚度分别为120mm和180mm。
3.4.2 预制预应力圆孔板应用在有抗震设防要求的结构时,在混凝土构件上的支承长度不小于80mm,在钢构件上的支承长度不小于50mm, 板端伸出钢筋锚入端缝或预制粱叠合层连接成整体 (图3.4.2)。应用在无抗震设计的结构时, 板端可不伸出钢筋, 但支承长度在混凝土构件上时不小于80mm, 钢构件上不小于50mm。
3.4.3 框架和框剪结构的预制预应力圆孔板板缝宽度不宜小于60mm。当板缝宽度＞60mm时缝内应配置纵向钢筋和箍筋, 其大小应按计算确定。但纵向钢筋不小于上下各1φ8, 箍筋或拉筋不小于φ6@300。
3.4.4 框剪结构的预制预应力圆孔板上应设置厚度不小于50mm 的现浇混凝土叠合层, 强度等级不低于C25, 配置不小于φ6@200双向分布筋。现浇混凝土叠合层应与板缝同时浇灌, 叠合层的分布钢筋必须锚入剪力墙及楼盖周边叠合梁内。
框剪结构当采用预制圆孔板时, 圆孔板不得伸入剪力墙内, 一般应在墙上留出牛腿以支承圆孔板或在施工时采用硬架支模方式, 板面应有现浇叠合层, 同时应验算传递剪力所需钢筋面积 (此时不计算混凝土的承载力)。
3.4.5 圆孔板的主筋保护层厚度为20mm,设计采用时应根据此厚度确定是否满足消防要求。如不满足时应采取措施, 如板底涂抹防火材料。
3.4.6 潮湿房间 (例如浴室) 的楼板及顶板宜采用现浇板, 并适当增加配筋量及保护层厚度。应避免使用采用单根钢丝的预应力圆孔板。
3.4.7 高层剪力墙结构不得采用预制圆孔板。
3.5 后张元粘结预应力混凝土现浇板
3.5 后张元粘结预应力混凝土现浇板
3.5.1 后张无粘结预应力混凝土主要应用在跨度大于6m的楼板,一般采用预应力钢筋的同时还配置一定数量的非预应力钢筋, 以提高其受力性能。
3.5.2 后张无粘结预应力混凝士现浇板的厚度与跨度的最小比值(h/L),应考虑结构形式和荷载等因素,可按表3-5-2采用:
3.5.2 预应力板的厚度与跨度的最小比值 (h/L)
| 项次 | 板的支承情况 | 板的种类 | ||||
| 单向板 | 双向板 | 悬臂板 | 无梁楼盖 | |||
| 有托板 | 无托板 | |||||
| 1 | 简支 | 1/35 ~1/45 | 1/35 ~1/45 | 1/45 ~1/50 | 1/35 ~1/45 | |
| 2 | 连接 | 1/40 ~1/45 | 1/40 ~1/50 | 1/10 | ||
3.5.3 无粘结预应力钢筋, 由7φ5高强钢丝组成钢丝束或用7φ5高强钢丝扭结成钢铰线,通过防锈、 防腐润滑油脂等涂层包裹塑料套管而构成。工程应用时可按设计要求截成所需长度, 在绑扎非预应力钢 筋的同时将钢丝束或钢铰线的预应力钢筋在板内按设计要求放置成直线或曲线。 说明: 1. 设计时宜注明今后加固改造较为困难。
3.5.4 预应力筋的锚头应采取有效的防腐蚀和防锈措施。
3.6 现浇圆孔板
3.6 现浇圆孔板
现浇圆孔板是在浇筑混凝土之前, 按设计要求布置薄壁圆孔管而形成的一种现浇板。由于圆孔减轻了板自重, 而且可按设计要求采用后张预应力措施,可以适用于较大跨度, 在各种公共建筑中采用较多。
现浇空心板的空心率, 视各种情况而有所不同, 一般在25%
~50%之间。
1 适用跨度
非预应力空心板,可达8m左右。
预应力空心板,可达13m左右。
2 适用范围
主要适用于需要有较太跨度的公共建筑如办公楼。其他如健身房、中小型厂房等等, 也可适用。
3 典型截面
此类空心板的造价, 常由空心管的排列控制。 管子的上下保护层不宜太厚, 太厚会增加板自重。也即增加混凝上用量与造价。管与管之间的水平净距, 不应小于50mm (对预应力板不应小于60mm),以便于浇注混凝土, 但也不宜过大。(图3-6-3)
4 现浇圆孔板即使板的区格为正方形, 由于此种板两个方向的刚度仍有差别, 也不能按一般的双向板计算。设计时应予以注意。
5 对于空心管管材的要求：
1) 为控制造价, 管材的价格应低于其同体积混凝土的价格;
2) 管材应有防水性能和一定强度, 能经受振捣混凝土的操作过程而不破裂;
3) 不含对混凝土和钢筋有害的化学成分。
6 施工时应采取措施, 防止管子浮起。
说明: 现浇圆孔板的而板准能太厚,一般在50mm左右。但如果需要在面板内走电线管等,此厚度可能不够,如加厚面板或在板上另加垫层, 都会影响其经济性。可将电线管穿行于孔内, 但施工较困难。
4 框架结构
.
4.1 框架结构一般规定
4.1 框架结构一般规定
4.1.1 适宜高度及抗震等级
1 适宜高度
框架结构适用于体型较规整、刚度较均匀的建筑物。由于其抗侧刚度较弱，当地震发生时，其侧移常较大，且此结构体系只具有一道抗震防线，因此对其最大宜予以适当限制。
《建筑抗震设计规范》GB500ll-2010中,框架结构的最大适用高度定得偏高,如下表4.1.1-1,例如8度区为40m。事实上,在8度区要设计高度40m的框架结构,需要将柱、梁截面设计得很大,才能使结构侧移满足规范要求, 这样不仅减小了有效使用空间,经济指标也不好(用钢量很大,梁、柱截面很大等等)。
表4.1.1-1
《建筑抗震设计规范》GB50011-
2010
框架结构的最大适用高度 (m)
| 设防烈度 | 非抗震 | 6 | 7 | 8 | 8 （0.3g ） | 9 |
| 最大适用高度 | 70 | 60 | 50 | 40 | 35 | 24 |
本措施将《建筑抗震设计规范》GB500l1-2010框架结构的最大适用高度予以降低,建议的框架结构的最大适宜高度如下表4.1.1-2:
表4.1.1-2 本措施建议的框架结构的最大适宜高度 (m)
| 设防烈度 | 非抗震 | 6 | 7 | 8 | 9 |
| 最大适宜高度 | 40 | 30 | 24 | 20 | 不宜采用 |
说明:《建筑抗震设计规范》GB50011-2010的框架结枸的最大适用高度主要源于89年版《建筑抗震设计规范》,其中规定的8度区最大适用高度为45m。当时该规范龚思礼主编解释说,这仅是为了考虑石油、化工企业的多层厂房的适用性, 因为其中生产装置的高度较大,层高至少需要15m,45m仅为3层。 对于一般民用建筑,2010年版《违筑抗震设计规范》规定的8度(0.20g)的高庹为40m,大约相当于10~12层,这么高的框架结构在8度区很难做到, 即使一定要设计也很不经济、很不适用。 国内外历次震害经验表明,框架结构由于抗侧刚度较弱,在强震发生时,侧移较太,即使主体结构未损坏,其隔断墙、围护墙以及机电设施等,都可能发生较大破坏, 导致很大的经济损失,现代建筑中结构变形造成的设备及财产损失不可低估。隔墙破坏倾倒时,还可能造成人身伤害。 1976年唐山地震时,北京和天津的震害调查都表明,框剪结构的抗破坏能力,明显高于框架结构。2008年四川汶川地震的震害也表明, 框架结构的震害较重, 即使主体结构未倒塌, 其隔断墙、外墙等多己严重开裂与倒塌,损失很大,而且容易造成人身伤害。 框架结构不宜建得过高,例如8度区最好不超过5层,过高则不仅容易发生震害,经济上也不适宜。因此,本措施制定了表4.1.1-2,其适宜高度严于回家规范,供设计人员参考使用。 汶川地震和其他地震的灾害表明,对于抗地震倒塌,钢筋混凝上框架结构存在不足, 主要包括: 1) 难以实现“强柱弱梁” 抗震设计通过柱端弯矩增大系数提高柱在轴力作用下的正截面受弯承载力,弯矩增大系数考虑了楼板作用、钢筋屈服强度超强等因素。研究表明, 实现“强柱弱梁”的柱端弯矩增大系数不小于2.5。目前规范规定的增大系数还不能实现“强柱弱梁”。抗震设计虽然可以采用梁端实配的抗震受弯承载力确定柱端弯矩设计值，但仍然有两个不确定因素，一是钢筋屈服强度超强，二是楼板的有效宽度取值应该取多少可以充分考虑楼板与梁的整体作用。这两个因素导致梁端实配的抗震受弯承载力不确定，仍然不能确定是否实现“强柱弱梁”。 说明：2008年四川汶川地震的震害表明，框架结构的震害较重,甚至比砌体结构的震害还耍严重, 主要表现为末实现规范设定的“强柱弱梁”目标,“弱柱强梁”造成柱的破坏。 1976年唐山地震后, 石油规划设计院曾对48幢发生破坏的框架结构做了调查统计,结果发现,凡是具有现浇楼板的框架, 由于现浇楼板与梁的整体作用, 大大加强梁的承载力, 其 地震破坏均产生在柱子中,结构多有倒塌; 凡是没有楼板的空旷框架, 如化工设备建筑, 裂缝都出在梁中, 框架结构没有倒塌。 2) 结构抗侧刚度小 地震灾害表明, 抗侧刚度大的结构,如剪力墙结构、框架-剪力墙结构,破坏程度轻、倒塌率低;抗侧刚度小的结构, 如框架结构,破坏程度重、倒塌的数量多。其原因是: 刚度大的结构,地震作用下的变形小,构件的损伤破坏程度轻；相反,刚度小的结构, 地震作用下的变形大, 构件的损伤破坏程度重, 容易发生倒塌。 说明：建立抗震设计概念的初期,对于结构设计抗侧刚度刚一些还是柔一些的问题是有争论的。因为刚度大的结构地震作用大,显然要求较大的构件尺寸和钢材用量, 似乎是不经济的;而较柔的结构地震作用小,但是变形较大,可节省材料, 而一般认为框架的变形性能好, 剪力墙变形性能差, 主张选用较柔的框架结构, 因而早期的设计对高层建筑应用剪 力墙结构的限制较多。实际震害表明, 历次大地震框架结构的震害比较大,设置剪力墙的结构震害较小, 主要是因为剪力墙刚度大。事实说明结构的变形较小,震害就比较轻。 3) 抗震防线单一 “强柱弱梁”框架结构,地震时可做到梁端首先出现塑性铰,梁出铰后结构出现较大的塑性变形,因此可以耗散地震能量, 所以可以说梁是抗震的第一道防线, 柱是第二道抗震防线, 因此“强柱弱梁”框架结构可以成为抗地震倒塌能力比较强的延性框架结构。而“弱柱强梁”框架结构, 柱是唯一的抗震防线, 抗地震倒塌能力差。对于抗地震倒塌, 关键在于竖向构件。柱是框架结构的唯渊的竖向抗侧力构件。从竖向构件的角度,框架结构只有单一的抗震防线。从竖向构件的角度, 剪力墙结构虽然也只有单一的抗震防线,但是,连梁的承载力在设计时己经人为降低,容易实现“强墙肢弱连梁”,而旦,墙肢的刚度和承载力明显大于柱的刚度和承载力。地震中,剪力墙茎吉构的墙肢可能发生破坏甚至严重破坏, 但基本上都是局部破坏, 不会引起结构倒塌。 说明: 虽然按照延性框架要求设计的钢筋混凝土框架结构在地震作用下也有表现很好的实例, 但表现好的廷性框架占框架结构的比例低,而且实际工程和计算实例都表明延性框架并不省钢。 2 抗震等级 框架结构的抗震等级按表4.1.1-3,大跨度框架(跨度不小于18m的框架) 的抗震等级按表 4.1.1-4, 框架结构中的局部大跨度框架也应按表4.1.1-4提高其抗震等级。
表4.1.1 -3 框架结构的抗震等级
| 设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | ||||||||
| 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | 0.40g | ||||||||
| 建筑类别 | 场地类别 | ≤24m | ＞24m | ≤24m | ＞24m | ≤24m | ＞24m | ≤24m | ＞24m | ≤24m | ＞24m | ≤24m |
| 丙类建筑 | Ⅰ | 四 | 三 | 三 （四） | 二 （三） | 三 （四） | 二 （三） | 二 （三） | 一 （二） | 二 （三） | 一 （二） | 一 （二） |
| Ⅱ | 四 | 三 | 三 | 二 | 三 | 二 | 二 | 一 | 二 | 一 | 一 | |
| Ⅲ、Ⅳ | 四 | 三 | 三 | 二 | 三 （二） | 二 （一） | 二 | 一 | 二 （一） | 一 （一* ） | 一 | |
| 乙类建筑 | Ⅰ | 三 （四） | 二 （三） | 二 （三） | 一 （二） | 二 （ 三） | 一 （二） | 一 （二） | 一 | 一 （二） | 一 | 特一 （一） |
| Ⅱ | 三 | 二 | 二 | 一 | 二 | 一 | 一 | 一 （一* ） | 一 | 一 （一* ） | 特一 | |
| Ⅲ、Ⅳ | 三 | 二 | 二 | 一 | 二 （一） | 一 （一* ） | 一 | 一 （一* ） | 一 （特一） | 一 （特一） | 特一 | |
注:l 当建筑场地为Ⅰ类时, 应允许按表中(）括号内抗震等级采取抗震构造措施;当建筑场地为Ⅱ、Ⅲ、Ⅳ类时,宜按表中()括号内抗震等级采取抗震构造措施;表中抗震等级一*、二*、三*级,应分别比一、二、三级抗震等级采取更有效的抗震构造措施,具体方法可参考本措施2.1.4条。
2 对于框架结构,9度区不宜采用。
3 甲、乙类建筑以及建造在Ⅲ、Ⅳ类场地且设计基本地震加速度为0.15g和0.30g的丙类建筑,按规定提高一度确定抗震等级时,如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度,则应采取比对应抗震等级更有效的抗震构造措施, 具体方法参见本措施2.1.4条。
说明: 对于Ⅰ类场地,允许比Ⅱ类场地降低抗震构造措施,但应注意抗震构造措施不等同于抗震措施。对于Ⅰ类场地,仅降低抗震构造措施,不降低抗震措施中的其他要求,如按概念设计要求的内力调整系数则不应降低 (其余各章抗震等级表同此条说明)。
表4.1.1-4 大跨度框架 (跨度不小干18m 的框架) 的抗震等级
| 建筑类别 | 场地类别 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | ||
| 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | ||||
| 丙类建筑 | Ⅰ | 三 | 二（三） | 二（三） | 一（二） | 一（二） | 一 |
| Ⅱ | 三 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | |
| Ⅲ、Ⅳ | 三 | 二 | 二（一） | 一 | 一 | 一 | |
| 乙类建筑 | Ⅰ | 二（三） | 一（二） | 一（二） | 一 | 一 | （特一） |
| Ⅱ | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | 特一 | |
| Ⅲ、Ⅳ | 二 | 一 | 一 | 一 | 一（特一） | 特一 | |
注: 同表4.1.1-3。
4.1.2 柱轴压比限值
抗震设计时, 柱在竖向荷载与地震作用组合下的轴压比, 宜满足表4.1.2的规定。
表4.1.2 柱轴压比限值
| 结构类型 | 抗震等级 | |||
| 一级 | 二级 | 三级 | 四级 | |
| 框架 | 0.65 | 0.75 | 0.85 | 0.90 |
| 框架—剪力墙、板柱—剪力墙 框架—核心筒及筒中筒 | 0.75 | 0.85 | 0.90 | 0.95 |
注: 1 轴压比指柱组合的轴压力设计值与柱的全截面面积和混凝土轴心抗压强度设计值乘积的比值；
2 表内限值适用于剪跨比大于2的柱; 剪跨比不大于2的柱, 轴压比限值应降低0.05；剪跨比小于1.5的柱,轴压比限值应专门研究并采取特殊构造措施;
3 表内数值适用于混凝土强度等级不茴于 C60 的柱。 野混凝土强度等级为 C65
~C70时, 轴压比限值应比表中数值降低0.05;当混凝土强度等级为C75~C80即时, 轴压比限值应比表中数值降低0.10；
4 沿柱全高采用井字复合箍且箍筋肢距不大于2O0mm、间距不大于100mm、直径不小于12mm, 或沿柱全高采用复合螺旋箍、螺旋间距不大于100mm、箍筋肢距不大于200mm、直径不小于12mm,或沿柱全高采用复合矩形螺旋箍、螺旋间距不大于80mm、箍筋肢距不大于200mm、直径不小于10mm,轴压比限值均可增加0.10；上述三种箍筋的配箍特征值均应按增大的轴压比相应确定；
5 在柱的截面中部附加芯柱,其中另加的纵向钢筋的总面积不少于柱截面面积的O.8%,轴压比限值可增加0.05;此项措施与注4的措施共同采用时, 轴压比限值可增加0.15, 但箍筋的配箍恃征值仍可按轴压比增加0.10的要求确定;
试验研究和工程经验都证明,在矩形或圆形截面柱内设置矩形核芯柱,不但可以提高柱的受压承载力,还可以提高柱的变形能力。在压、弯、剪作用下, 当柱出现弯、剪裂缝,在大变形情况下芯柱可以有效地减小柱的压缩,保持柱的外形和截面承载力, 特别对于承受高轴压的短柱, 更有利于提高变形能力,延缓倒塌。为了便于梁筋通过,芯柱边长不宜小于柱边长或直径的1/3, 且不宜小于250mm,芯柱箍筋与柱箍筋之和满足体积配箍率要求。
6 当柱的纵筋配筋率比计算所需者增加≥0.8%且纵向总配筋率≥3%、箍筋体积配箍率≥1.8%, 并采用HRB400钢复合箍筋或螺旋箍筋时,其轴压比限值川增加0.05；当柱的纵筋配筋率比计算所需者增加≥1.6%、且纵向总配筋率≥4%、箍筋体积配箍率≥2%,并采用HRB400钢复合箍筋或螺旋箍筋时,其轴压比限值可增加0.10;
7 柱轴压比不应大于1.05,无地震作用组合时不宜大于1.0；
8 柱箍筋体积配箍率计算时, 重叠部分可以计入;
9 建造于Ⅳ类场地且较高的高层建筑,柱轴压比限值应适当减少。影响柱子延性的因素很多,如:轴压比、配箍率、箍筋强度、混凝土强度、混凝土压应变、剪跨比、纵筋配筋率和强度、保护层厚度……等等。其中,轴压比是重要因素, 但非唯一因素。如果单纯地限制轴压比而不考虑其他因素的影响,显然是不全面的。例如,在轴压比较高的情况下,如杲选用强度高的箍筋,且间距较密,含箍率较高,同样能有较好的延性。
本措施此次编写时, 对于轴压比除过去考虑过的因素之外, 增加了柱纵筋含量较高时对于轴压比的放松。这是因为,柱子延性与其纵向压应变的大小有关,当纵筋较多时,混凝土的压应变将相对减小,是有利的。此条考虑参考了新西兰规范DZ3101关于柱允许轴压力的要求,详附录A。
为慎重起见, 对于利用纵筋放宽轴压比,我们加了限制:
1 箍筋用 HRB400钢,且体积配箍率不小于1.8
~2.0%。
2 纵筋含量不小于3%
~4%。
在此情况下, 轴压比仅放宽约6%
~12%。
现在,我们高层建筑的柱截面基本由轴压比控制,强度上富余很多,常易形成粗短柱,短柱的延性不好,容易出现剪切破坏,对抗震反而不利。
规范在决定轴压比限值时, 注意参照了试验室的试验结果。参照试验结果是对的,但试验结果与实际工程往往还有差距,应当注意以下问题:
首先,限于试验条件柱子截面常较小,例如200×200mm、250×250mm。试件缩小过多,将会有失真现象。除了试件本身的失真外, 试想以200×200mm 的试件柱去推论实际工程中的l.5m
~2.0m尺寸柱, 其可靠性究竟如何?
其次,在试验室中轴压力N是可变的,在柱截面固定的条件下,柱子的轴力越小(也即轴压比越严)柱子的转动能力越大,也即延性越好。但是在实际工程中,设计时轴压力N是固定不变的, 如果把轴压比规定得越严,柱子就越短粗, 转动能力就越差。因此,单纯严格限制轴压比, 对于提高抗震能力,不一定有好处。
因此,在加强柱身的约束,旦纵筋较多、具有一定数量抗震墙的条件临, 可适当放松轴压比。规范中,对于轴压比的限值,写的是“宜\”,也即可有一定灵活余地。
4.1.3 框架结构应设计成双向梁柱抗侧力体系。主体结构除个别部位外,不应采用铰接。
4.1.4 不与框架柱相连的次梁, 按非抗震要求进行设计。
4.1.5 框架结构的填充墙及隔墙宜选用轻质墙体。抗震设计时,框架结构如采用砌体填充墙,其布置
应符合下列规定：
1 避免形成上、下层刚度变化过大；
2 避免形成短柱;
3 减少因抗侧刚度偏心而造成的结构扭转。
在结构设计时,对于框架结构的砌体填充墙的布置,应予以充分的注意,避免不合理设置而导致主体结构的破坏。对建筑的不利布置应提出修改建议,例如:在可能时,将一部分砌体填充墙改为轻钢龙骨石膏板墙；将空心砖填充墙改为石膏板空心墙等等。
说明: 80年代初期, 意大利北部发生一次地震。有一栋旅馆,为五层框架结构,填充墙为粘土空心砖。地震后,整个底层破坏,房屋上部四层落下,变成一栋四层房屋。原因是该旅馆上部四层为客房,空心砖隔墙较密,底部是旅馆大堂及餐厅等,隔墙很少,因此形成上下刚度突变,犹如一栋“鸡腿”建筑,所以在地震时遣到严重破坏。
在汶川地震中,也发生由于砌体填充墙布置不当而造成的类似震害, 轻则填充墙损毁严重, 重则整栋建筑倒塌。
因此,我们应改变过去不注意建筑业填充墙(包括外围护墙) 布置的习惯。
4.1.6 在抗震设防的框架结构中,不得采用部分由砌体墙承重的混合形式；框架结构中的楼、电梯间及局部出屋顶的电梯机房、楼梯间、水箱间等,也不得采用砌体墙承重,应采用框架承重,砌体墙只能用于填充墙,并且其布置应符合第4.l.5条。
说明:框架结构与砌体结构是两种材性与受力特性完不同的结构,如混用在同一结构中,地震时将受到损害。
4.1.7 按抗震设计的框架结构,当楼、电梯间采用钢筋混凝土墙时,可按少墙框架一剪力墙或少墙框架结构设计, 详第6章相关条款。
4.1.8 按抗震设计的框架结构,当楼梯间未采用钢筋混凝土墙时,楼梯应采用现浇钢筋混凝土楼梯,楼梯板应采用板底板面双排配筋,楼梯休息板的横梁和边梁不宜直接支承在框架柱上,以避免形成短柱。楼梯间周边采用砌体填充墙时,应设置间距不大于层高且不大于4m的构造柱,并在半层高处加圈梁一道。构造柱及圈梁都应与框架梁柱有可靠拉结。
说明：在汶川地震震害调查中发现框架结构中的楼梯间大部分都暹到了较较严重的破坏, 并主要表现在三个方面: 楼梯板被拉断;楼梯间柱子破坏;砌体填充墙开裂甚至倒塌。因此,应从设计上考虑减小楼梯刚度对整体结构的影响,避免楼梯折梁或折板在地震作用下产生的拉、压力对框架柱的影响。
汶川地震后,不少专家学者对框架中的楼梯进行了大量研究工作,提出了平台板滑动支承于休息平台的方式, 具体做法: 每跑楼梯的起步处滑动支承于楼层或层间休息平台处,水平滑动缝处钢筋不贵通,直接将水平缝设置为施工的冷缝 (可采用干铺油毡做隔离层),基本可以消除楼梯对框架的影响,见图4.1.8。这种方式的优点是彻底消除了楼梯对框架结构的影响,可供参考。但应注意:
1 满足建筑功能的要求;
2 休息平台挑出长度应能满足在罕遇地震作用下的位移要求, 防止坠落。
4.1.9 电梯间可采用砌体填充墙围护,如楼层层高较大,为安装电梯的需要可在楼层半高处布置圈梁以满足电梯导轨等的安装要求。圈梁不宜过大,以免导致该部分的刚度过大,可将圈梁与柱的连接做成铰接。
图4.1.8 楼梯平台滑动支承于休息板示意
4.1.10 抗震设计时,应注意剪跨比λ小于2的柱子的设计及构造, 剪跨比λ可按下式计算:
λ=MC/(VCh0) (4.1.10)
式中
M
C－－柱端截面组合的弯矩计算值, 取上下端弯矩的较大值;
V
C－－柱端截面与组合弯矩计算值对应的剪力计算值;
h
0－－截面有效高度。
当柱的λ＜2时,可称为短柱,这种柱延性较差,易产生脆性剪切破坏,应注意尽可能避免设计短柱。更重要的是避免长柱与短柱在同一层中共同受力。 短柱与抗震墙协同受力时,危险性相对较小。当同一楼层中皆为λ＜2的短柱,同时又有较强的剪力墙(剪力墙为主要的抗侧力构件)时,地震危险性相对较小;当同一楼层中,同时存在长柱与短柱,且无剪力墙或不具有较强的剪力墙时,其地震危险性相对较大,应慎重对待。 一般高层建筑中,柱荷载很大,由于轴压比的限制,导致柱截面很大,因此,短柱常不可避免。为提高短柱的抗震性能,一般可按下列各条进行设计: 1 当不能避免短柱时, 应适当设置较强的剪力墙,不应做成纯框架结构; 2 尽量采用高强混凝土。C60商品混凝土的供应己无问题。采用高强混凝土,可减小柱截面,从而加大剪跨比; 3 应注意加强柱的约束,采用螺旋箍较好。螺旋箍可选用圆形或方形, 其配箍率可取规范规定的各抗震等级螺旋箍配箍率的上限;
4 应限制短柱的轴压比;
5 应限制柱的剪压比,剪压比限值为
6 柱纵筋间距宜≤200mm。柱全高度箍筋皆应加密;
7 应尽量减小柱端的梁对柱的约束, 必要时可将粱做成铰接或半铰接, 也可尽量减小梁的高度(也即减小梁的刚度, 减少约束）。
说明:1 螺旋箍(包括圆形及矩形)对柱身有较好的约束,短柱宜优先采用。目前,圆螺旋及矩形螺旋箍都可用机械制作,与纵筋绑扎成整个钢筋笼子,然后吊装。但用此法时,上下柱子纵筋之间的对中性可能较差,可能不便采用机械接头,此时应与施工单位研究解决方法。
圆螺旋箍的约束能力,优于矩形。使用时,应注意按本措施规定的构造做法。当采用单螺旋圆箍时(图4.1.l0-1(a)),主要受力纵筋应配置在螺旋箍以内,但所有纵筋在计算时都可计算在内。例如,内部为12φ32,外部为12φ22,计算受力纵筋面积为12φ32+12φ22。
当柱子截面尺寸较大(例如1m以上），可以设置双螺旋箍如图4.1.l0-l(b),内螺旋箍直径d可取b/2左右。当小偏压时,柱内所有纵筋都应作为受力钢筋。配置双螺旋箍时,约束性能较好,柱子轴压比可比规范规定值适当放松。
矩形螺旋箍可使用机械加工,包括外围及内部井式箍都可连续弯制。经国内外试验证实,约束效果良好。
2 如采用螺旋箍,应注意其钢筋直径不能大于12mm, 因直径超过12mm时,工厂不生产盘条,其钢筋成品的长度为6
~8m,无法做成螺旋箍。螺旋箍的构造,见图附录A.0.4-2。
如由于柱子体积配箍率的原因,需要大直径箍筋, 也不能将螺旋箍设计成直径＞12mm的。可在纵横方向加直径较大的拉条（弯钩135°），以满足配箍率的需要。
3 柱中心应留出浇灌混凝土的空间，不小于300×300，箍筋做法见图4.1.10-2。4.圆形箍的约束能力，不如螺旋箍。不能以圆形箍代替螺旋箍。
4.1.11 框架结构的主梁截面高度h
b可按 (1/12
~l/18)lb确定,l
b为主梁计算跨度。主梁的截面宽度
b
b不宜小于200mm,梁截面的高宽比不宜大于4。
当梁高度较小时, 除验算其承载能力外, 尚应满足刚度及剪压比的有关要求。在计算梁的挠度时,可扣除梁的合理起拱值; 对现浇梁板, 应考虑楼板位于受压区翼缘的有利影响。通常可取6倍板厚作为T形粱一侧翼缘。
说明: 根据近10多年来的实践经验, 对于一般民用建筑的框架结构主梁的高度,可以取的较小,远远小于我国50
~70
年代的一般习惯做法。当主粱高度为跨度的1/12
~1/18时,对于一般活载不很大的建筑物,其刚度都能满足规范的要求。
有的书刊载文况, 当梁的高度较小时(例如
为 左右），应将梁的宽度加大做成“宽扁梁”，这其实是一种误解。
现在的框架结构, 基本上都是现浇结构, 其楼板作为梁的受压翼缘, 对于提高梁的刚度起着很大作用。目前某些计算程序中, 为了编程方便, 常将冀缘忽略不计,这并未反映梁的真实性能。如按照梁截面为矩形这个思路去考虑, 会认为加大粱的宽度是增加梁刚度的好方法, 殊不知T形梁的翼缘作用, 远比增加粱腹宽度效果大。 而且增加梁腹宽还可能
形成“强梁弱柱”的不良后果。
有许多梁高较小的工程实例,如8m柱网时,框架主粱高度为450mm或500mm,350mm
~400mm,使用后没有问题。有的工程主粱高跨比达到1/23(普通混凝土梁,未加预应力),经过荷载试验验证, 效果良好。
梁截面的取用, 应符合下列要求：
1
V ≤0.25β
c
f
c
bh
0 (非抗震)
V≤0.20β
c
f
c
bh
0
/γ
RE
(抗震)
2
χ/h
0
≤0.25 一级抗震
χ/h
0
≤0.35 二、三级抗震
3 支座纵筋含量 p≤2.5%(《建筑抗震设计规范》GB50011-2010和《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
均取消了最大配筋率本应大于2.5%的强制性条文要求。《建筑抗震设计规范》GB50011-2010将支座纵筋配筋率的要
求改为“不宜大于2.5%”；《高层建筑混凝土结构技术规程》JCJ3-2010将支座纵筋配筋率的要求改为 “不宜大于2.5%，不应大于2.75%”）。
4 挠度符合规范要求。
5 有关裂缝的问题见本措施第2.6节。
以上第第2、3款在计算时，应考虑受压钢筋A′s的有利影响。根据美国的试验，当梁的受压钢筋A′s不小于受拉钢筋A
S的1/2时，可以有很好的延性。见图4.1.11。
图4.1.11 梁内受拉钢筋 (p) 及受压钢筋 (p’)含量对延性的影响
新西兰规范规定,当A ≥0.75As时pmax可以增加至少30%。0.025×1.3=0.0325, 佃不大于3.0%。《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010借鉴了国内、外试验资料,规定:当受压钢筋不小于受拉钢筋的0.5倍时,受拉钢筋的配筋率可提高至2.75%。
在实际工程中,有时会因粱高受限制,ρ又大于2.5%而发生矛盾。可采取下述两种方法之一加以懈决:
1) 在梁的支座采用水平加腋,使梁的宽度加大,从而减小ρ值;
2) 在支席处增加A′s的量, 使A′s≥0.75As, 此时ρ可增加至3%。但应注意箍筋间距应符合受压钢筋的要求。
如果是后张预应力梁,为了容纳预应力束,梁适当放宽是应当的, 但不能像有些文章中所介绍的或者某些工程中所做的那样亳无必要地将梁宽做到1m甚至更多,导致混凝士折合厚度很大,增加自重,造成抗震及基础负担加大,形成不必要的浪费。
附录A.0.7中摘录了美国、新西兰规范中关于梁最小高度的规定,可以看出,美国、新西兰规范所规定的梁最小高度比我们过去规范中所规定的梁高小很多。因此,《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010借鉴了国内已有的工程经验并与国外规范相比较,规定框架主粱的梁高取其跨度的
。
第4款在验算时, 可以扣除梁的合理起拱值。事实上,施工规范都有规定,在支模时应有适当起拱。扣除施工起拱值之后, 一般民用建筑的梁的挠度都不会有问题。
4.1.12 现浇框架的混凝上强度等级: 当为坍级抗震时,不应低于 C30;当为二、三级抗震或非抗震设计时, 不宜低于C25。
4.1.13 抗震设计时, 框架柱的最小截面尺寸不应小于350mm, 一、二、三级且层数超过2层时不宜小于400mm,并注意满足强柱弱粱的要求。非抗震设计时,柱的最小截面尺寸不应小于300mm。
圆柱的直径不应小于350, 一、二、三级且层数超过2层时不宜小于450mm。
4.1.14 框架结构的砌体填充墙及隔墙, 应注意与框架柱或梁的拉结及自身的稳定性。
1 填充墙应沿框架柱全高每隔500mm左右设2根直径6mm拉筋, 拉筋伸入墙内的长度, 6度时宜沿墙全长贯通,7、8、9度时应沿墙全长贯通;
2 在跨度大的门、窗、洞口(≥2100mm) 两侧及填充墙转角处设置间距不大于4m的构造柱;
3 当墙长大于5m时,墙顶部与楼层梁或板应有拉结措施;
4 当墙高超过4m时,应在墙高中部或门洞上口标高处设置一道l00mm左右厚度的钢筋混凝土配筋带,配置3根直径8mm钢筋。在洞口上部的截面高度及配筋做法应按过粱要求。
5 构造柱、圈梁的混凝土强度等级不应低于C20；砌体填充墙砂浆强度等级不应低于M5;实心砌体及混凝土砌块的强度等级不应低于MU5, 空心砌块的强度等级不应低于MU3.5, 轻质砌块的强度等级不应低于MU2.5。
6 楼梯间和人流通道的填充墙,尚应采用钢丝网砂浆面层加强。
4.1.15 不得随意放大框架梁配筋。
说明: 汶川地震中,底层框架柱破坏严重,尤其是多层建筑,柱截面尺寸一般较小,未能实现“强柱弱梁”的效果。设计工作中,一些程序中有“粱设计弯矩放大系数、“梁活荷放大系数”等,认为这是保险系数,实际上这些系数只是放大了梁的弯矩,而且是把所有的梁配筋都放大了,与“强柱弱梁”的原则是相悖的,不应采用。
4.2 框架结构计算要点
4.2 框架结构计算要点
4.2.1 在框架结构内力与位移计算中梁的刚度可考虑翼缘的作用予以增大。近似考虑时,楼面粱刚度增大系数可根据翼缘情况取1.3
~2.0。对于无现浇面层的装配式结构,可不考虑楼面梁刚度的增大。
4.2.2 在结构整体计算中,宜考虑框架或壁式框架梁、柱节点区的刚域影响, 梁端截面弯矩可取刚域端截面的弯矩计算值。
4.2.3 框架结构应按《建筑抗震设计规范》GB50011-2010和《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的规定,调整构件的组合内力设计值,其层间变形应符合规范的有关规定。
4.2.4 抗震设计时,框架角柱应按双向偏心受力构件进行正截面承载力设计。一、二、三、四级框架角柱经按《建筑抗震设计规范》GB50011-2010或《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010调整后的弯矩、剪力设计值应乘以不小于1.1的增大系数。
4.2.5 框架结构的梁、柱中心线宜重合。当由于各种原因不能重合时, 其偏心距9度抗震设计时不应大于柱截面在该方向宽度的1/4,非抗震设计和6
~8抗震设计时不宜大于柱截面在该方向宽度的1/4,同时, 在设计中须考虑偏心对梁柱节点核心区的不利影响。
图4.2.5-2 粱支座处设置水平加腋示意简图
1 当梁柱中线重合时,核心区截面有效验算宽度为:
当验算方向的梁截面宽度不小于该侧柱截面宽度的l/2时,可采用该侧柱截面宽度；当小于柱截面宽度的1/2时,可采用下列二者的较小值:
bj=bb+0.5hc (4.2.5-1)
bj=bc (4.2.5-2)
式中
b
j－－节点核心区的截面有效验算宽度；
b
b－－梁截面宽度；
h
c－－验算方向的柱截面高度；
b
c－－验算方向的柱截面宽度。
2 当梁、柱的中线不重合且偏心距不大于柱宽的1/4时,核心区的截面有效验算宽度可采用上列
两式及下式计算结杲的较小值,柱箍筋宜沿柱全高加密。
bj=0.5(bb+bc)+0.25hc-e (4.2.5-3）
式中 e－－梁与柱中线偏心距。
3 节点核心区的截面抗震验算, 详见《建筑抗震设计规范》GB50011-20l0附录D。
当偏心距超过bc/4时, 宜在粱支座处设置水平加腋, 如图4.2.5-2所示. 图中所示为边柱, 角柱也适用此法。加腋部分的高度同梁高。
节点核心区的截面有效验算宽度
b
j宜符合下列要求:
当x=0时, 梁柱节点核心区有效宽度
bj≤bb+bx (4.2.5-4)
当x≠0时, bj取以下二式中的较大值:
bj≤bb+bx+χ (4.2.5-5)
bj≤bb+2χ (4.2.5-6)
同时
b
j应满足
但
b
x应不大于 2/3
b
b+
b
x+Χ应 ≥
;
b
x/
l
x≤
| 1 |
| 2 |
水平加腋配筋做法见图4.2.5-3。
4.2.6 在竖向荷载作用下,可考虑框架梁端塑性变形内力重分布,对梁端负弯矩乘以调幅系数进行调幅,并应符合下列规定:
1 装配整体式框架粱端负弯矩调幅系数可取为0.7
~0.8;现浇框架梁端负弯矩调幅系数可取为0.8
~0.9;当设计人确有经验且工程设计中有此需要时, 调幅系数还可适当降低;
2 框架粱端负弯矩调幅后, 梁跨中弯矩应按平衡条件相应增大；
3 应先对竖向荷载作用下框架梁的弯矩进行调幅，再与水平作用产生的框架梁弯矩进行组合；
4 截面设计时, 框架梁跨中截面正弯矩设计值不应小于竖向荷载作用下按简支梁计算的跨中弯矩设计值的50%。
4.2.7《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中,框架结构底层柱底截面的弯矩增大系数,
不适用于框剪结构中的框架。
说明：框架结构的抗癌设计中,一般希望梁端的塑性铰先于柱端出现。但根据研究分析,框架结构底层柱底很难避免出饺。规定对底层柱底截面的弯矩值乘以增大系数, 以推迟塑性铰的出现。
但是,框架-剪力墙结构因为有剪力墙作为第一道防线,所以底层柱底一般不致于先出铰, 因而无需按《高层建筑混凝土结构技术规程》JCJ3-2010第6.2.2条乘以弯矩增大系数。
4.2.8 框架梁上可以因功能需要而开洞, 开洞位置宜尽量设置于剪力较小的梁跨中1/3区域内,开洞
较大时应仔细要验算承载力,确保安全。
有些资料上规定, 梁的洞口高度不能大于梁高的1/3,这种要求,并无充分根据。
从广义上说, 桁架也是梁的一种,它的“洞口”很大,远远超过其高度的1/3,空腹桁架即是梁开洞很好的例子。
当矩形洞口高度小于l0Omm及 h/6(h为梁高）,旦洞口长度小于200mm及 h/3( h为梁高)时,洞口周边配筋可按构造设置。洞口尺寸超过上述时,应按计算配筋,同时不应小于按构造要求设置的钢筋。
说明：洞口周边补强钢筋的计算可参见《混凝土结构构造手册》,中国建筑工业出版社。
4.3 构造要求
4.3 构造要求
4.3.1 框架的基本抗震构造应满足 《建筑抗震设计规范》GB 500l1-20l0和《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的要求。本措施附录A收录了一些国外规范对框架的抗震构造要求,供参考。
4.3.2 柱箍筋可以采用拉筋,不一定全部用封闭箍。
4.3.3 我国在连续框架梁的构造方面,要求梁底部的纵筋在支座柱内锚固。在有些工程中,由于梁底部纵筋根数较多,致使柱内梁底钢筋过于密集,影响施工质量。某设计研究院经过构件试验(东南大学试验)结果,提出了一种做法,并已在若干工程中采用,反映良好,现介绍于此,供参照采用, 见图4.3.3。
关于框架梁底部纵筋不在支座内锚固的做法,还可参考美国及英国的做法,详附录A。
4.3.4 梁上洞口加筋构造做法:
一些资料上要求洞口四角设置斜钢筋，这是不必要的，因为任何方向的拉力，都可以分解为X、Y两个方向，由纵筋和横筋承担，例如：: 梁端的主拉应力是斜向的, 但现在我们都用施工方便的竖向箍筋承担拉力,而不再采用纵筋弯起的方式。如洞口角部配置斜筋, 容易导致钢筋之间的间距过小,使混凝土振捣困难;当钢筋较密时,不建议采用。
4.3.5 框架梁和柱(包括其他结构类型中的梁和柱）的纵筋与箍筋,不得用现场电弧焊将埋件、连接件等与框架梁和柱的纵筋和箍筋焊接。梁和柱的箍筋,也不应用现场焊接方法焊成封闭箍。圆形柱中的螺旋箍,不应以焊接圆形箍代替。 说明:现场电弧焊常不易保证质量,往往造成钢筋损伤(如“咬肉”等),而且会使钢筋变脆,影响其延性。因此, 不允许在钢筋混凝土构件中的纵筋及箍筋上焊埋件、连接件等。(这种焊接,时间很短,升温及降温都很快,极易使钢筋变脆。) 有的资料上认为, 将圆形箍焊成封闭式,可以代替施工较为不使的螺旋箍。但各种试验都表明,连续的螺旋箍,效能远胜于不连续的单个封闭箍。而且在焊成封闭箍时,常易将箍筋与纵筋焊在一起,使纵筋被\”咬肉\”,并且变脆。 当箍筋具有135°钩,且末段直线长度不小于10d时, 对构件的约束效果是很好的,完全无需再将箍筋焊成封闭式。
4.3.6 关于柱的拉筋做法:可采用紧靠纵筋钩住箍筋,也可采用同时钩住纵筋和箍筋,有的资料中提出拉筋钩住柱纵筋,这种做法也是可行的。 拉筋钩住箍筋的做法,在施工时应当并不困难,因为拉筋和箍筋的直径不会太大,弯135°勾是可行的。这也是国外通行的一种做法,见图4.3.6。该图刊于新西兰著名抗震专家T.Pauly的著作中。 拉筋钩住箍筋的主耍目的,是减少外围箍筋的“无支长度”,如图4.3.6所示, 箍筋的无支长度臧少了一半, 对柱的约束能力大大提高。 在抗震结构中,柱的纵筋与箍筋共同形成一个钢筋笼子,对柱身混凝土加以约束。由于强震时,混凝土将由于巨大的应力而导致很大的应变,此阶段混凝土保护层会剥落,上述的钢筋笼子必须对柱核芯(柱身钢筋笼子以内的混凝土)起约束作用。由于箍筋的直径通常不大 (l0mm
~16mm), 在受弯时极易弯曲(如图4.3.6),因此,减少箍筋的无支长度就极为重要。 所以, 耍求拉筋钩住箍筋, 其位置应紧靠纵筋, 并不一定钩住纵筋, 见图4.3.6。
4.3.7 梁中宜采用箍筋作为承受剪力的钢筋,承担集中荷载的附加钢筋也宜采用箍筋。
目前,规范中箍筋和弯起钢筋都允许用于承受剪力,箍筋和吊筋均可用于承担集中荷载,但最好采用箍筋,这祥不仅可以满足受力要求, 而且施工更方便。
5 剪力墙结构
.
5.1 剪力墙结构一般规定
5.1 剪力墙结构一般规定
5.1.1 本章规定的剪力墙结构适用于以下结构形式(框支剪力墙结构详第7章）：
1 内、外墙均为现浇混凝土墙；
2 纵、横内墙均为现浇混凝土墙,纵向外墙为框架的多层剪力墙结构；
3 带有短肢剪力墙或具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构,“短肢剪力墙”及“具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构”等的定义及应用范围详5.1.14条。
5.1.2 本措施将剪力墙结构按高度或层数分为多层剪力墙结构和高层剪力墙结构。
1 本章设计规定适用于非抗震设计和抗震设防烈度为6
~9度、表5.1.2范围内的丙类和乙类一般剪力墙结构和丙类具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构。
2 本章中关于多层剪力墙结构设计要点仅适用于9层及9层以下且高度不超过28m的住宅建筑和高度不超过24m的其他丙类、乙类民用建筑剪力墙结构。
表5.1.2 剪力墙结构适用的房屋最大高度
| 房屋高度分级 | A 级高度 | B 级高度 | ||||||||||
| 设防烈度 | 非抗震设计 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | 非抗震设计 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | |||
| 0.20g | 0.30g | 0.20g | 0.30g | |||||||||
| 最大适用高度H （m ） | 一般剪力墙结构 | 150 | 140 | 120 | 100 | 80 | 60 | 180 | 170 | 150 | 130 | 110 |
| 具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构 | 140 | 130 | 100 | 80 | 60 | |||||||
注:1 房屋高度H是指室外地面到主要屋面板顶的高度(不包括局部突出屋顶的电梯机房、水箱、构架等高度);
2 平面和竖向均不规则的高层剪力墙结构,其最大适用高度H宜适当降低;
3 乙类建筑可按本地区抗震设防烈度确定其适用的最大高度。
说明: 剪力墙结构因其抗震性能较好加上房间内无粱、无柱,深受用户和建筑师的欢迎,这种结构体系不仅在高崖建筑中广泛应用,在多层建筑中尤其是量大面广的多层住宅建筑巾也有广泛的应用。
按照《民川建筑设计通则》GB50362-2005的规定,将10层及山层以上或高度超过28m的住宅划分为高层建筑,《建筑抗震设计规范》CB50011-2010对多层剪力墙结构的抗震设计要求与高层剪力墙结构有了区分,《高幄建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010将适用范闱规定在10层及10层以上或高度超过28m的住宅建筑以及房屋高度大于24m的其他高层民用建筑,因此,本措施将10层或高度28m(住宅建筑）和24m(其他民用建筑）作为多、高层抗震等级
的高度分界,并提出一些针对多层剪力墙结构的设计建议。
5.1.3 A级高度和B级高度高层剪力墙结构抗震等级应按表5.1.3-l和表5.1.3-2确定；
表5.1.3-1A级高度高层剪力墙结构抗震等级
| 设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | |||
| 建筑类别 | 场地类别 | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | ||
| 丙类建筑 | 总高度H | ≤80m | ≤80m | ≤80m | ≤60m | ||
| Ⅰ | 四 | 三（四） | 二（三） | 一（二） | |||
| Ⅱ | 四 | 三 | 二 | 一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ | 四 | 三 | 三（二） | 二 | 二（一） | 一 | |
| 总高度H | ＞80m | ＞80m | ＞80m | ||||
| Ⅰ | 三 | 二（三） | 一（二） | ||||
| Ⅱ | 三 | 二 | 一 | ||||
| Ⅲ、Ⅳ | 三 | 二 | 二（一） | 一 | |||
| 乙类建筑 | 总高度H | ≤80m | ≤80m | ≤60m | ≤60m | ||
| Ⅰ | 三（四） | 二（三） | 一（二） | 特一（一） | |||
| Ⅱ | 三 | 二 | 一 | 特一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ | 三 | 二 | 二（一） | 一 | 一（特一） | 特一 | |
| 总高度H | 80m ＜H ≤120m | 80m ＜H ≤100m | ＞60m | ||||
| Ⅰ | 二（三） | 一（二） | 一（二* ） | 特一（一） | |||
| Ⅱ | 二 | 一 | 一（一* ） | 特一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ | 二 | 一 | 一（特一） | 特一 | |||
| 总高度H | ＞120m | ＞100m | |||||
| Ⅰ | 二（三* ） | 一（二* ） | |||||
| Ⅱ | 二（二* ） | 一（一* ） | |||||
| Ⅲ、Ⅳ | 二（二* ） | 一（一* ） | 特一 | ||||
注：1 表中括号内抗震等级仅用于按其采用抗震结构措施，抗震措施中的其它要求（如按概念设计要求的内力调整系数等）仍需按无括号的抗震等级采用；当表栏内无括号时，表示抗震构造措施与其他措施的抗震等级相同。 2 当建筑场地为Ⅰ类时，应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类时，宜按表中括号内抗震等级采取抗震措施；表中抗震等级一*、二*、三*级，应分别比一、二、三级抗震等级采取更有效的抗震构造措施。 3 当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类时,对设计基本地震加速度为0.15g的地区，总高度大于100m的丙类建筑宜按一级抗震等级采取抗震措施。
表5.1.3-2 B级高度高层剪力墙结构抗震等级
| 设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | |||
| 建筑类型 | 场地类型 | 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g |
| 丙类建筑 | Ⅰ | 二 | 一（二） | 一 | ||
| Ⅱ | 二 | 一 | 一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ | 二 | 一 | 一 | 一 | 一（特一） | |
| 乙类建筑 | 总高度H | ≤150m | ≤130m | ≤110m | ≤80m | |
| Ⅰ | 一（二） | 一 | 特一（一） | |||
| Ⅱ | 一 | 一 | 特一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ | 一 | 一 | 一（特一） | 特一 | ||
| 总高度H | ＞150m | ＞130m | ＞110m | ＞80m | ||
| Ⅰ | 一（二* ） | 一（一* ） | 特一（一* ） | |||
| Ⅱ | 一（一* ） | 一（一* ） | 特一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ | 一（一* ） | 一（一* ） | 一（特一） | 特一 | ||
注：1 对设计基本地震加速度为0.15g的地区，当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类且建筑总高度大于130m时，丙类建筑宜比一级抗震等级采取更有效的抗震构造措施，乙类建筑宜按特一级抗震等级采取抗震措施。 2 B级高度建筑中不应采用具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构；其他注同表5.1.3-1的注1和注2。
5.1.4 多层剪力墙结构可按表5.1.4确定抗震等级。
表5.1.4 多层剪力墙结构抗震等级
| 设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | ||||
| 建筑类型 | 总高度H | 场地类型 | 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | 0.40g |
| 丙类建筑 | ≤24m | Ⅰ | 四 | 四 | 三（四） | 二（三） | ||
| Ⅱ | 四 | 四 | 三 | 二 | ||||
| Ⅲ、Ⅳ | 四 | 四 | 四（三） | 三 | 三（二） | 二 | ||
| 住宅建筑25 ≤H ≤28m | Ⅰ | 四 | 三（四） | 二（三） | 一（二） | |||
| Ⅱ | 四 | 三 | 二 | 一 | ||||
| Ⅲ、Ⅳ | 四 | 三 | 三（二） | 二 | 二（一） | 一 | ||
| 乙类建筑 | Ⅰ | 四 | 三（四） | 二（三） | 一（二） | |||
| Ⅱ | 四 | 三 | 二 | 一 | ||||
| Ⅲ、Ⅳ | 四 | 三 | 三（二） | 二 | 二（一） | 一 | ||
注:同表5.1.3-1的注1和注2。
说明：对于Ⅰ类场地，允许比Ⅱ类场地降低抗震构造措施，但应注意抗震构造措施不等同于抗震措施。对于Ⅰ类场地，仅降低抗震构造措施，不降低抗震措施中的其他要求，如按概念设计要求的内力调整系数则不应降低。
5.1.5 抗震措施包括抗震构造措施和其他抗震措施两部分： 1 抗震构造措施指规范中除计算以外对各部分采取的各种细部抗震要求，应按相应抗震等级满足5.3节要求，如最小墙厚、分布筋最小配筋率、轴压比限值、剪力墙的边缘构件等构造要求。 2 其他抗震措施指从抗震概念设计出发，对各类剪力墙结构提出的除抗震构造措施之外的抗震设计要求，应按相应抗震等级满足5.2节计算要求，即计算中对各类构件内力进行相应调整，满足强剪弱弯要求进行的内力调整，塑性铰出现在规定的部位要求。
5.1.6 多层剪力墙结构内、外墙均为现浇混凝土墙时，墙的数量不必很多，多层剪力墙结构侧向刚度不宜过大。
5.1.7 剪力墙的门窗洞口宜上下对齐、成列布置，形成明确的墙肢和连梁。一、二、三级抗震等级剪力墙的底部加强部位不宜采用上下洞口不对齐的错洞墙，一、二、三级剪力墙所有部位均不宜采用叠合错洞墙。当采用错洞墙和叠合错洞墙时，应按有限元方法仔细计算分析，并在洞口周边采取加强措施，或将叠合洞口转化为规则洞口。
5.1.8 较长的剪力墙宜开设洞口，将其分为抗侧刚度较为均匀的若干墙段，墙端之间宜采用对墙产生约束弯矩较小的弱连梁连接，弱连梁的跨高比宜大于6，每隔墙段的总高度与其墙段长度之比不宜小于3。每个墙段宜设计成有连梁连接的双肢墙或多肢墙，以保证剪力墙的延性，一、二级剪力墙的洞口连梁，跨高比不宜大于5，且梁截面高度不宜小于400mm；实体墙或小开口的墙段，其墙段长度不宜大于8m。
说明：剪力墙是截面高度大而厚度相对很小的片状构件，具有平面内承载力大、刚度大等优点，但也有剪切变形相对较大，平面外较薄弱，易发生脆性剪切破坏的缺点。剪力墙的破坏形态可以归纳为弯曲破坏、弯剪破坏、剪切破坏和滑移破坏几种形态,弯曲破坏具有较好延性,剪切破坏是脆性破坏,结构安全不利,应采取施尽量避免。影响剪力墙破坏形态的主要因素是剪跨比M(Vhw),剪跨比表示截面上弯矩与剪力的相对大小,剪跨比的大小与剪力墙的高宽比H/hw有一定的对应关系。 悬臂剪力墙试验表明:当
M/(Vh
w
)
≥2(相当于高宽比
H/h
w
≥2
~3)时,剪刀墙一般发生弯曲破坏;当1
<M/(Vh
w
）<2(相当于高宽比1<
H/h
w<2)时,容易发生出现剪切斜裂缝的破坏,若设计措施得当,能按强剪弱弯合理设计,可能实现延性尚好的弯剪破坏;当
M/(Vh
w
)
≤1(相当于
H/h
w
≤1)时属于矮墙,一般都是剪切破坏。 剪力墙结构设计时,宜将墙肢设计成延性较好的以弯曲变形为主的墙肢,即剪跨比（
)大于等于2的墙肢。因此茌本条中提出对较长的剪力墙宜开设洞口, 将其分为抗侧刚度较为均匀的若干墙段,墙段之间宜采用弱连梁连接,每个独立墙段的总高度H与其总长度之比不宜小于3, 其目的就是为了避兔和减少剪力墙的剪切破坏。 对于各层层高、刚度基本相同的悬臂剪力墙,近似用底部剪力法分析鼬层的弯矩与剪力,从而得山剪力墙高宽比与剪跨比的近似对应关系如表5.1.8。
表5.1.8 剪力墙高宽比与剪跨比的对应关系
| 建筑层数n | 1 | 2 | 3 | 4 | 5 | 10 | 15 | 20 |
 |
1 | 1.20 | 1.28 | 1.33 | 1.36 | 1.46 | 1.45 | 1.46 |
可见对于悬臂剪力墙,当
M/(Vh
w
)=2时,
H/h
w≈2
~3,H/hw随层数增加而增加,因此,由实体墙、整体小开口墙或联肢形成的每个独立墙段的总高度与其截面高度之比不宜小于3。 《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第7.1.2条提出每个墙段不宜大于8m,因为当墙段很长时,易发生脆性破坏。此外,受弯后产生的裂缝宽度会较大,墙体配筋容易拉断,因此其长度不宜过大。
5.1.9 对干跨高比不小于5的连梁宜按框架梁设计,其抗震等级与其所连接的剪力墙的抗震等级相同,计算时其刚度不宜按连梁进行折减。
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第7.1.2 条提出每个墙段不宜大于8m,首先是为了避免和减小剪力墙的剪切破坏。此外,当墙段很长时,受弯后产生的裂缝宽度会较大,墙体配筋容易拉断,因此其长度不宜过大。
5.1.10 剪力墙底部加强部位的高度均应自地下室顶板算起并应符合下列规定。当结构计算嵌固端位于地下一层底板或以下楼层板或基础顶时,剪力墙底部加强部位宜向下延伸到计算嵌固端。
1 一般高层剪力墙结构的剪力墙，其底部加强部位的高度，可取地下室顶板以上墙体高度的1/10和首、二层总高度二者的较大者。
2 一般多层剪力墙结构的剪力墙，其底部加强部位的高度可取至首层顶。
说明：为了避免剪力墙的脆性破坏，控制墙肢塑性铰产生的部位，改善整个结构的抗震性能，应设置剪力墙底部加强部位，其高度均应自地下室顶板算起;对于有地下室的剪力墙结构,当计算嵌固端不在地下一层顶板时,尚应将剪力墙底加强部位向下延伸。
对于多层剪力墙结构,其高度较低、层数较少,如果沿用高层剪力墙结构关于剪力墙底部加强部位的高度不低于地上二层顶板的规定,势必造成剪力墙底部加强部位的高度相对偏大,因此本条明确规定,一般多层剪力墙结枸的剪力墙,其底部加强部位的高度可取至首层顶。
5.1.11 较大跨度的楼、屋面梁不宜支承在剪力墙连梁上,不可避免时应采取可靠措施,保证较大地震时该连梁不发生剪切破坏,如在连梁内设置型钢或采取有效的配筋构造做法等。
5.1.12 剪力墙支承与其平面外相交、荷载较大、跨度不小于5m或梁端高度大于2倍墙厚度的大梁时,宜设置扶壁柱或暗柱承受梁端弯矩,暗柱宽度可取梁宽加2倍墙厚,并设箍筋,也可按宽度为梁宽加2倍墙厚对应的暗柱刚度计算梁端所受弯矩。
当单面有大跨梁与剪力墙中暗柱连接时,可对梁端弯矩进行调幅,但梁端顶部和底部纵向钢筋配筋率不应少于最小配筋率；当粱端负弯矩调幅系数小于0.5时,宜按假定梁端与暗柱铰接计算的梁弯矩图核算梁其他部位截面受弯承载力；考虑对梁端弯矩进行调幅设计时,暗柱受弯承载力尚不宜小于梁端截
面受弯承载力的1.1倍。在剪力墙支座处大梁纵向钢筋宜采用直径较小的钢筋以便于满足钢筋锚固要求,当锚固长度不足时也可按有关规范要求在钢筋末端采用机械锚固或设置锚头以减小锚固长度。
说明:当现浇剪力墙或窗间墙作为跨度大于5m的梁的支座时,在地震作用下剪力墙上可能出现竖向裂缝,如果弯矩较大,而剪力墙平面外刚度和承载力不足,也会出现平面外的破坏,而且目前有些计算软件未给出剪力墙平面外的内力和配筋,容易产生安全隐患,设计人应给予充分的注意。
当单面有大跨梁与剪力墙中暗柱连接时,为避免梁端弯矩过大造成暗柱破坏,在尽量减少梁顶部和底部裂缝对正常使用影响的前提下,可对梁端弯矩进行较大调幅,但梁端顶部和底部纵向钢筋配筋率不应少于最小配筋率。考虑对梁端弯矩进行调幅设计时暗柱受弯承载力不应小于两端截面受弯承载力的1.1倍，暗柱尚应满足正常使用极限状态下的要求。
5.1.13 抗震设防烈度为9度的剪力墙结构和B级高度的高层剪力墙结构不应在外墙开设角窗。抗震设防烈度为7度和8度时,高层剪力墙结构不宜在外墙角部开设角窗,必须设置时应加强其抗震措施,如:
1 抗震计算时应考虑扭转耦联影响;
2 角窗两侧墙肢厚度不宜小于250mm;
3 宜提高角窗两侧墙肢的抗震等级,并按提高后的抗震等级满足轴压比限值的要求;
4 角窗两侧的墙肢应沿全高均按5.3.16条的要求设置约束边缘构件;
5 转角窗房间的楼板宜适当加厚,配筋适当加强,转角窗两侧墙肢间的楼板宜设暗粱;
6 加强角窗窗台挑粱的配筋与构造。
说明:建筑物的四角是保证结构整体性的重要部位,在地震作用下,建筑物发生平动、扭转和弯曲变形,位于建筑物四角的结构构件受力较为复杂,其安全性又直接影响建筑物角部甚至整体建筑的抗倒塌能力。但是,近年来,在城市住宅和办公楼建筑中,为了取得最佳景观,不惜在建筑的四角开角窗,这种做法削弱了结构的整体性。在国内外的每一次地震中,包括汶川地震中,都发生了建筑四角的破坏和倒塌。因此,提出了本条加强措施。
5.1.14 短肢剪力墙和具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构
1 短肢剪力墙是指墙厚不大于300mm,并且各肢墙截面高度与厚度之比的最大值大于4但不大于8的剪力墙;但当截面高度与厚度之比大于4但不大于8的墙肢两端均与较强的连梁(连梁净跨与连梁截面高度之比
L
b/
h
b
≤2.5,且连梁高度
h
b
≥400mm)相连时,可不作为“短肢剪力墙”。
2 具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构的定义是,必须设置筒体或一般剪力墙,由短肢剪力墙与一般剪力墙共同抵抗水平力，在规定的水平力作用下，短肢剪力墙承担的底部倾覆力矩不小于结构底部总地震倾覆力矩的30%但不宜大于50%的剪力墙结构。
3 具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构的房屋适用高度应比一般剪力墙结构的最大适用高度适当降低，应满足表5.1.2的要求。B级高度高层建筑以及抗震设防烈度为9度的A级高度高层建筑，不宜布置短肢剪力墙，不应采用具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构。
4 具有短肢剪力墙较多的剪力墙结构中,一般剪力墙或筒体宜均匀分布,并满足框剪结构中剪力墙间距的要求。
5 剪力墙结构中的短肢剪力墙尚应满足5.2.2条与5.3.2条中对短肢剪力墙的内力调整和轴压比限值要求。
6 不宜在一字形短肢剪力墙上布置平面外与其相交的跨度较大的单侧楼面梁。高层建筑中承受较大竖向荷载的墙肢不宜采用一字形短肢剪力墙。
说明:目前设计人员对短肢剪力墙的定义和具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构的定义的理解存在较大差异。本措施认为,当短肢剪力墙的网端与较强的连梁(
L
b/
h
b
≤2.5)相连时,应属于延性和抗震性能较好的联肢墙;当墙厚较厚(>300mm)也有较好的抗震性能,均不属于短肢剪力墙；带较长翼缘(其截面高度与厚度之比大于8)的短肢墙比一字形短肢墙的抗震性能好,也可不计入短肢剪力墙范围。为了便于操作,本条明确当在规定的水平力作用下由短肢剪力墙底部承受的倾覆力矩不小于总倾覆力矩的30%,才属于本章所定义的“具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构”
剪力墙结构中允许采用短肢剪力墙较多的结构,但应认识到具有较多短肢剪力墙的结构的特点是短肢剪力墙不仅要承担较大的水平力,它还要承担建筑物的大部分竖向荷载,有的工程达到80%以上。具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构往往主要是由短肢剪力墙与跨度较大的楼板或梁(弱连梁)形成的结构,其结构体系类似于抗震性能较差的弱框架结构或异形柱框架结构,特别是较大面积连续布置短肢墙,将对进入弹塑性阶段后继续抵抗地震作用和承受竖向荷载造成危险,因此短肢剪力墙必须与一般剪力墙或剪力墙筒体共同使用,以增加抗震防线,抗震设计时,在规定的水平力作用下,短肢剪力墙承担的底部倾力矩不宜大于结构底部总地震倾覆力矩的50%,同时这类结构的适用高度必须降低。本措施按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的精神对具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构提出更严的承载力和延性的设计要求。
表5.1.4列出了8度区(0.2g)具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构与一般高层剪力墙结构(丙类建筑、Ⅱ类场地)在设计要求上的区别。
表5.1.14 A 级高度时8度区（0.20g）具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构与一般剪力墙结构设计要求比较
| 具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构 | 一般剪力墙结构 | |
| 高度限制 | ≤80m | ≤100m |
| 抗震等级 | 二级 | ≤80m ＞80m |
| 剪力墙非底部加强部位 剪力增大系数 | 二级1.2 ，三级1.1 | 不调整（≤80m ） |
| 墙肢轴压比限值 | 有翼墙短肢墙：二级0.50 ，三级0.55 | 二、三级0.6 |
| 最小墙厚（底部加强部位） | 有翼墙短肢墙墙厚：200mm | 有翼墙剪力墙墙厚： 二级200mm, 三级160mm |
| 短肢墙全部竖向 钢筋 最小配筋率 | 底部加强部位二级不宜小于1.2% ，三级 不宜小于1.0% ；其他部位二级不宜小于 1.0% ，三级不宜小于0.8% | － |
5.2 剪力墙结构计算要点
5.2.1 抗震设计的双肢剪力墙，其墙肢不宜出现小偏心受拉；当任一墙肢为偏心受拉时，另一墙肢的剪力墙和弯矩设计值应乘以增大系数1.25。
5.2.2 多、高层剪力墙结构抗震设计时，剪力墙墙肢截面考虑地震作用组合的弯矩和剪力计算值应根据所在部位和抗震等级按下列要求进行相应调整，四级时不可调整。
1 剪力墙截面的弯矩设计值
M=η
Mw
Mw (5.2.2-1)
式中
M－－剪力墙截面的弯矩设计值；
M
w－－考虑地震作用组合的弯矩计算值；
η
Mw－－剪力墙弯矩调整系数，按表5.2.2选用。
2 剪力墙截面的剪力设计值
V=ηvwVw (5.2.2-2)
9度的一级和9度的特一级底部加强部位剪力墙截面的剪力设计值可不符合上式，但应满足：
式中
V－－剪力墙截面的剪力设计值；
M
wua－－考虑承载力调整系数γRE后剪力墙墙肢正截面受弯承载力所对应的弯矩值，应按实际配筋面积、材料强度标准值和轴力设计值确定，有翼墙时，应考虑墙两侧各1倍翼墙厚度范围内的纵向钢筋；
M
w－－考虑地震作用组合的弯矩计算值；
V
w－－考虑地震作用组合的剪力计算值；
η
vw－－剪力墙剪力调整系数，按表5.2.2选用。
表5.2.2剪力墙结构剪力墙肢组合内力计算值调整系数
| 抗震等级 | 弯矩调整系数η Mw | 剪力调整系数η vw | |||
| 底部加强部位 | 其他部位 | 底部加强部位 | 其他部位 | ||
| 一般剪力墙 | 短肢剪力墙 | ||||
| 特一级 | 1.1 | 1.3 | 1.9 | 1.4 | 1.2 ×1.4=1.68 |
| 一级 | 1.0 | 1.2 | 1.60 | 1.3 | 1.4 |
| 二级 | 1.0 | 1.0 | 1.40 | 1.0 | 1.2 |
| 三级 | 1.0 | 1.0 | 1.20 | 1.0 | 1.1 |
说明：剪力墙墙肢截面考虑地震作用组合的内力计算值指地震作用效应与其他荷载（作用）效应分别考虑分项系数和组合值系数进行组合后的内力值。采用剪力墙墙肢的剪力调整系数，目的在于实现强剪弱弯，是剪力墙延性设计的重要措施。
5.2.3 多、高层剪力墙结构剪力墙截面的剪力墙=设计值应符合以下要求：
1 非抗震设计时
V≤0.25βcfcbwhw0 (5.2.3-1)
2 抗震设计时
当λ＞2.5时
当λ≤2.5时
式中
λ－－剪跨比，
其中
M
e与
V
c应取有地震作用的同一组合时，按5.2.2条调整前的墙肢截面组合的弯矩计算值和对应的剪力计算值，并取墙肢上、下端截面计算的剪跨比的较大值；
β
c－－混凝土强度影响系数；
f
c－－混凝土轴心抗压强度设计值；
b
w－－剪力墙的截面厚度；
h
w0－－剪力墙的截面有效高度，取墙肢长度。
说明：本条规定了剪力墙墙肢最小截面要求，即剪压比（V/fcbwhw)的限制。其原因是剪压比超过限制时，将较早出现斜烈缝，即使增加横向钢筋，能提高一些延性，但并不能有效提高其受剪承载力，可能在横向钢筋屈服前，斜裂缝不断加大，受压区减小，最后在压力和剪力共同作用下混凝土破碎发生斜压破坏。
5.2.4 多层剪力墙结构中一、二、三级抗震等级的窗间墙高宽比不大于2时，其截面的剪力设计值应符合以下要求：
5.2.5 剪力墙的连梁两端截面抗震设计时应符合下列要求：
1 剪力墙结构计算时，可考虑连梁刚度折减但不宜小于0.5，当连梁内力以竖向荷载或风荷载效应为主时，连梁刚度不宜折减。
2 确定连梁截面的剪力设计值时应按下列要求确定：
1）一、二、三级剪力墙的连梁，其剪力设计值应乘以表5.2.5的增大系数ηvb,按下式确定，四级抗震等级可不调整。
2）9度时特一级、9度时一级连梁的剪力设计值按下式确定：
式中
V
b－－梁端截面剪力设计值；
l
n－－连梁的净跨；
V
Gb－－在重力荷载代表值作用下，连梁按简支梁计算的梁端截面剪力设计值（9度时高层建筑尚应考虑竖向地震作用）；
M
l
b 、M
r
b－－分别为连梁左右端截面反时针或顺时针方向的弯矩设计值；
M
l
bua、M
r
bua－－分别为连梁左右端截面反时针或顺时针方向实配的抗震受弯承载力所对应的弯矩值，应按实配钢筋面积（计入受压钢筋）和材料强度标准值计算并考虑承载力抗震调整系数
γ
RE；
η
vb－－连梁剪力调整系数，按表5.2.5选用。
表5.2.5 剪力墙连梁剪力计算值增大系数
| 抗震等级 | 特一级、一级 | 二级 | 三级 |
| 剪力调整系数η vb | 1.3 | 1 ．2 | 1.1 |
3 连梁的截面设计值应满足以下要求：
当跨高比
l
b/
h
b＞2.5时
当跨高比
l
b/
h
b≤2.5时
式中
b
b－－连梁的截面宽度；
h
b0－－连梁的截面有效高度。
说明：剪力墙连梁既是影响剪力墙刚度和承载力的重要构件，又是对剪切变形敏感、容易剪切破坏的构件。本条规定了连梁的剪压比限制及强剪弱弯的内力调整系数。
5.2.6 当连梁的截面不能满足5.2.5条第3款的要求时,可做如下处理:
1 减小连梁截面高度,或在连梁中加水平缝形成双连粱或多连梁。
2 当连梁弯曲裂缝对正常使用无明显影响时,可对部分连梁的弯矩进行再调幅(连梁刚度折减系数不宜小于0.5)；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设计值应相应提高。(可按减小后的连梁进行第二次多遇地震作用下的结构内力分析, 墙肢应按两次计算所得的较大内力进
行配筋。)
说明: 在地震区不宜采用刚度很大的连梁,必要时可在连梁中设置水平缝形成双连梁或多连梁,以减小其刚度。
关于连梁刚度的折减,本条规定可考虑连梁刚度折减但不宜小于0.5,但当连梁内力由风载控制时,连粱刚度不宜折减, 另外竖向荷载下的内力调幅范围应当限制,以免影响正常使用。当连梁弯曲裂缝对正常使用没有很大影响时, 也可对连梁有地震组合的内力进行再调幅, 其配筋设计可参见附录B“剪力墙连梁超限时设计建议”,此时连粱纵向钢筋仍应满足5.3.10条第2款规定的最小配筋率要求。
5.3 剪力墙构造要求
5.3.1 剪力墙混凝土强度等级不宜超过C50，不应低于C20,对具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构不应低于C25。
5.3.2 剪力墙结构抗震设计时,在重力荷载代表值作用下剪力墙墙肢的轴压比不宜超过表5.3.2的限值。对多层剪力墙结构的二、三、四级剪力墙,当墙肢轴压比不大于O.3时,可不设置约束边缘构件。
在重力荷载代表值作用下墙肢的轴压比按下式计算
式中 N－－重力荷载代表值作用下墙肢的轴向压力设计值，可近似取N=（恒载标准值+活载标准值×组合系数）×1.2；
A－－剪力墙墙肢的截面面积；
f
c－－混凝土轴心抗压强度设计值。
表5.3.2 剪力墙结构剪力墙墙肢轴压比限值
| 墙肢类型 | 特一级、一级（9 度） | 一级（6 、7 、8 度） | 二级 | 三级 | |
| H w/b w ＞8 或厚度＞300mm | 0.4 | 0.5 | 0.6 | 0 、6 | |
| 短肢剪力墙 | 有翼墙或端柱的墙 | 0.4 | 0.45 | 0.50 | 0.55 |
| 一字形截面的墙 | 0.3 | 0.35 | 0.4 | 0.45 | |
注: 1 表中所指翼墙或端柱无需满足表5.3.16注1的尺寸要求； 2 h
w/b
w≤4时按框架柱控制压轴比，墙肢长度h
w很小时，结构整体抗震计算时也可不考虑该小墙肢的承载力。
说明:当剪力墙的剪跨比满足M/(Vh
w）≥2时一般为弯曲破坏, 但弯曲破坏又分为大偏压破坏和小偏压破坏。大偏压破坏是具有延性的破坏, 而小偏压破坏延性较小。经分析, 对于偏压构件, 影响延性的最重要因素是受压区的压应力和受压区高度,受压区相对高度和受压区压应力增加时,延性明显减小。而墙肢的轴压比越大,其受压区相对高度和端部压应力愈大, 因此应限制剪力墙的轴压比。为方便设计, 规范采用了在重力荷载下的墙肢轴压比限值。另外,当轴压比相同时剪力墙截面形式对受压区的相对高度也有较大影响,工宇形截面比矩形截面的受压区相对高度小、延性也较好,一宇形截面短肢剪力墙则较为不利, 为此本条对各类截面提出了轴压比限值。短肢剪力墙对抗震不利, 因此,《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 中虽然取消了对颠震等级提高的条文, 但轴压比限值和全部竖向钢筋最小配筋率的要求仍然高于一般剪力墙。
多层剪力墙结构的底部加强部位,墙肢截面在重力荷载代表值下的轴压比一般均小于0.3,对于二、三、四级剪力墙已满足表5.3.7或《建筑抗震设计规范GB50011-2010第6.4.5条的要求, 可不设约束边缘构件。因此,为减小钢筋用量,建议一般剪力墙任重力荷载代表值作用下墙肢的轴压比不宜超过0.3。
Ⅰ多层剪力墙结构
5.3.3 多层剪力墙结构剪力墙截面的最小厚度, 除应满足受压承载力和剪压比计算要求外, 应满足表5.3.3-1 的最小厚度限值要求; 当墙厚不小于表5.3.3-2最小厚度经验值时, 一般建筑可不进行墙体稳定验算；当层高较大时则应按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录D进行墙体稳定验算。
表5.3.3-1 多层剪力墙结构墙肢截面最小厚度限值 (mm)
| 部位 | 墙形式 | 抗震设计 | 非抗震设计 | ||
| 一级、二级 | 三、四级 | ||||
| 底部加强部位 | 有端柱或翼墙 | 内墙 | 外墙 | 140 （短肢剪 力墙160 ） | |
| 无端柱或翼墙 | 180 | 140 | 160 | ||
| 具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构中短肢剪力墙 | 200 | 180 | |||
| 其他部位 | 一般剪力墙 | 160 | 140 | 160 | |
| 具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构中短肢剪力墙 | 180 | ||||
注: 1 短肢剪力墙截面厚度不应小于160mm;
2 剪力墙井筒中,分隔电梯或管道井的墙肢厚度,可适当减小,但不宜小于140mm;
3 表中所指翼墙或端柱无需满足表5.3.16注1的尺寸要求。
表5.3.3-2 多层剪力墙结构墙肢截面最小厚度经验值
| 部 位 | 墙 形 式 | 抗震设计 | 非抗震设计 |
| 底部加强部位 | 有端柱或翼墙 | H ＇/22 | H ＇/25 |
| 无端柱或翼墙 | H/18 | ||
| 其它部位 | 有端柱或翼墙 | H ＇/25 | |
| 无端柱或翼墙 | H/20 |
注:1 H＇一层高或剪力墙无支长度中的较小值；H—层高；
2 表中所指翼墙或端柱应满足表5.3.16注1的尺寸要求。
说明：多层剪力墙结构中内墙截面的墙厚与层高或剪力墙无支长度的最小比值,基本与《建筑抗震设计规范》GB50011-2010笫6.4.1条中抗震等级为三、四级时要求相同。当墙厚为140mm时,如施工采取了有效防裂措施并能保证钢筋位置正确时,也可采用单排配筋。
多层剪力墙结构剪力墙截面的最小墙厚一般可按表5.3.3-2确定。当墙厚满足表中要求时,一般建筑的墙体均可满足稳定要求,可不进行稳定验算；当层高较大时尚应按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录D式(D.0.1) 验算墙体稳定。
为方便设计, 在本措施的附录C内提出了一些计算图表,可以方便快捷地确定剪力墙墙肢计算长度及墙厚。但无论用《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的附录D或本措施的附录C验算,均应注意q为作用于墙顶的组合的等效竖向均布荷载设计值,即q值应包括地震作用倾覆力矩引起的附加轴力与竖向荷载计算组合后的设计值。
5.3.4 多层剪力墙结构剪力墙竖向、水平分布钢筋,一、二级或墙厚大于140mm时不应单排配置,剪力墙分布筋构造满足图5.3.14要求;三、四级剪力墙,除窗间墙及房屋顶层或温度应力较大部位外,当墙厚为140mm时,可采用单排配筋。采用单排配筋时,钢筋直径不应小于10mm,钢筋间距不应大于200mm, 施工时也应采取措施保证钢筋位置的正确, 并采取有效防裂措施。
5.3.5 剪力墙竖向、水平分布钢筋最小配筋率和钢筋直径、间距应符合表5.3.5的要求。
表5.3.5 多层剪力墙结构剪力墙竖向、水平分布钢筋最小配筋率
| 抗震等级 | 一、二、三级 | 四级 | 非抗震设计 |
| 水平分布钢筋 | ≥0.25% | ≥0.2% | ≥0.2% |
| 竖向分布钢筋 | ≥0.25% | ≥0.2% （剪压比很小时，≥0.15% ） | ≥0.15% |
注: 1 剪力墙温度收缩应力较大部位的水平和竖向分布钢筋的最小配筋率宜适当提高,房屋顶层剪力墙、长矩形平面房屋的楼梯间和电梯间剪力墙、端开间纵向剪力墙以及端山墙的水平和竖向分布筋的配筋率不应小于0.25%,并应采取较小直径与较密间距的做法,钢筋间距均不应大于200mm；
2 分布钢筋间距≤300mm；8mm≤分布钢筋的直径≤墙厚/10;层高较高时,竖向分布筋直径宜≥10mm。
5.3.6 短肢剪力墙全部竖向钢筋最小配筋率应符合表5.3.6的要求。多层剪力墙结构的短肢剪力墙端部边缘构件范围内仍应按表5.3.8设箍筋。
对于h
w/b
w≤4的墙肢应按框架柱配筋构造;矩形墙肢的厚度不大于300mm时,尚宜全高加密箍筋。
表5.3.6短肢剪力墙全部竖向钢筋最小配筋率
| 抗震等级 | 一、二级 | 三、四级 |
| 底部加强部位 | ≥1.2% | ≥1.0% |
| 一般部位 | ≥1.0% | ≥0.8% |
5.3.7 一、二、三级抗震等级的剪力墙底部加强部位及其上一层的墙肢端部除满足计算要求外,尚应按5.3.16条第2、3款要求设置约束边缘构件。当一、二、三级剪力墙的轴压比不大于表5.3.7的规定值时,可不设置约束边缘构件而采用构造边缘构件。
表5.3.7 剪力墙可不设约束边缘构件的最大轴压比
| 抗震等级或烈度 | 一级（9 度） | 一级（6 、7 、8 度） | 二、三级 |
| 轴压比 | 0.1 | 0.2 | 0.3 |
5.3.8 多层剪力墙结构的剪力墙构造边缘构件
1 剪力墙两端和洞口两侧不需设置约束边缘构件时可按表5.3.8要求设置构造边缘构件，端柱宜按框架柱要求设计。构造边缘构件的纵向钢筋尚应满足正截面受压（受拉）承载力要求。
2 多层剪力墙结构中剪力墙构造边缘构件的竖向钢筋及墙竖向、水平分布筋的接头均可采用搭接，具体构造应满足图5.3.8要求（光圆钢筋应带弯钩）。
注: 1窗间墙截面长度不小于墙厚的4倍时,两端纵筋及箍筋可按构造边缘构件的构造要求;
2 三级、四级剪力墙当建筑层数低于4层时,除底部加强部位外,内墙体门洞两侧构造边缘构件可仅配2φ12纵向钢筋和φ6@200mm型开口箍筋,与墙水平筋搭接1.2
l
aE；
3 构造边缘构件中竖向钢筋直径宜大于墙内竖问分布筋直径,竖间钢筋间距不宜大于200mm。
5.3.9 对于单排配筋的140mm厚的剪力墙,应在该墙与楼板或与其它墙相接的四边及洞口处增设φ4@150mm的加强筋,加强筋伸入墙内长度≥500mm,见图5.3.9。
5.3.10 一般连梁抗震构造要求
1 一般连梁配筋构造应符合图5.3.10要求,沿连梁全长箍筋的构造应符合框架梁梁端箍筋加密区的箍筋构造要求,当跨高比不小于5时连梁箍筋可按框架粱构造要求设置。
2 跨高比不大于1.5的连梁,其纵向钢筋的最小配筋率宜符合表5.3.10-1的要求；跨高比大于1.5的连梁, 其纵向钢筋的最小配筋率可按框架梁的要求采用。
注：跨高比不大于2.5的连梁，其两侧腰筋的总面积配筋率不应小于0.3%
表5.3.10-1 跨高比不大于1.5的连梁纵向钢筋的最小配筋率（%）
| 跨高比lb/hb | 最小配筋率（采用较大值） |
| lb/h b ≤0.5 | 0.20,45f t/f y |
| 0.5 ＜l b/h b ≤1.5 | 0.25,55f t/f y |
3 剪力墙连梁顶面和底面单侧纵向钢筋的最大配筋率, 宜符合表5.3.10-2的要求。如不满足,则应按实配钢筋迸行连梁强剪弱弯的验算。
表5.3.10-2 连梁纵向钢筋的最大配筋率（%）
| 跨高比lb/hb | 最大配筋率 |
| l b/h b ≤1.0 | 0.6 |
| 1.0 ＜l b/h b ≤2.0 | 1.2 |
| 2.0 ＜l b/h b ≤2.5 | 1.5 |
5.3.11 楼、屋盖宜现浇或采用现浇整体叠合楼板(现浇叠合层厚度不宜小于50mm),除9度外多层剪力墙结构也可采用带配筋整浇层的装配式空心楼板。空心预制偻板按简支考虑;空心预制楼板不得伸入剪力墙内,板端应伸出钢筋或在孔洞内另加短筋,锚入墙内或迭合梁内;迭合梁的箍筋应锚入整浇层 内;预制板上的配筋整浇层厚度不宜小于50mm,整浇层内双向配筋不小于φ6@200mm,且应锚入剪力墙以传递水平地震剪力。具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构应采用现浇搂板。
‖ 高层剪刀墙结构
5.3.12 高层剪力墙结构剪力墙截面的最小厚度,除应满足受压承载力和剪压比计算要求外,应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录D的墙体稳定验算要求,且应满足表5.3.12-l的最小厚度限值要求。当墙厚不小于表5.3.12-2最小厚度经验值时,一般可不进行墙体稳定验算,当层高较大时则应进行墙体稳定验算。
表5.3.12-1 高层剪力墙结构的墙肢截面最杜\\厚庹限值 (mm)
| 部位 | 墙形式 | 抗震设计 | 非抗震设计 | ||
| 特一、一级、二级 | 三、四级 | ||||
| 底部加强部位 | 一般剪力墙 | 有端柱或翼墙 | 200 | 160 | 160 （短肢剪力 墙180 ） |
| 一字形截面的墙 | 220 | 180 | |||
| 短肢剪力墙 | 有端柱或翼墙 | 200 | 200 | ||
| 一字形截面的墙 | 220 | ||||
| 其他部位 | 一般剪力墙 | 有端柱或翼墙 | 160 | 160 | |
| 一字形截面的墙 | 180 | 160 | |||
| 短肢剪力墙 | 有端柱或翼墙 | 180 | 180 | ||
| 一字形截面的墙 | |||||
注:1 剪力墙井筒中,分隔电梯或管道井的墙肢厚度,可适当减小,但不宜小于160mm;
2 当建筑高度小于55m时,底部加强部位的一字形短肢剪力墙最小厚度可比表5.3.12-1适当减小,但不应小于200mm。
3 表中所指翼墙或端柱无需满足表5.3.l6注1的尺寸要求。
表5.3.12-2 高层剪力墙结构的墙肢截面最小厚度经验值
| 部 位 | 墙 形 式 | 抗震设计 | 非抗震设计 |
| 底部加强部位 | 有端柱或翼墙 | H ＇/16 | H ＇/20 |
| 无端柱或翼墙 | H/12 | H/16 | |
| 其它部位 | 有端柱或翼墙 | H ＇/20 | H ＇/25 |
| 无端柱或翼墙 | H/16 | H/20 |
注: 1 H′—层高或剪力墙无支长度中的较小值；H—层高； 2 表中所指翼墙或端柱应满足表5.3.16注1的尺寸要求。
说明: 当建筑高度不小于60m时,底部加强部位以上几层的一字形短肢剪力墙最小厚度宜比表5.3.12-1适当加大。 高层剪力墙结构剪力墙截面的最小墙厚一般可按表5.3.12-2确定。当墙厚不能满足表中要求时,可按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-20l0附录D式
(D.0-1)验算墙体稳定,具体注意事项同5.3.3条条文说明。 对于墙肢长度比较均匀的联肢墙且单肢长度本很大时,这时q值可近似按程序计算结果中组合轴力计算(q=N/h
w),但对于承受较大倾覆力矩的长墙肢,则不能仅取由轴力计算所得平均线荷载,还宜考虑该墙肢所承受的地震弯矩ME引起的端部附加轴力q＇的影响。 对高层剪力墙结构,为了增加结构的扭转刚度,必要时其外墙宜适当加厚。
5.3.13 剪力墙竖向、水平分布钢筋最小配筋率和钢筋直径、间距应符合表5.3.13要求。
表5.3.13 高层剪力墙结构的剪力墙竖向、水平分布钢筋最小配筋率
| 抗震等级 | 特一级 | 一、二、三级 | 四级、非抗震设计 |
| 底部加强部位 | ≥0.4% | ≥0.25% | ≥0.20% |
| 一般部位 | ≥0.35% |
注:1 剪力墙温度收缩应力较大部位的水平和竖向分布钢筋的最小配筋率宜适当提高,房屋顶层剪力墙、长矩形平面房屋的楼梯间和电梯间剪力墙、端开间纵向剪力墙以及端山墙的水平和竖向分布筋的配筋率不应小于0.25%,并应采取较小直径与较密间距的做法,钢筋间距均不应大于200mm; 2 分布钢筋间距≤300mm；8mm≤分布钢筋的直径≤墙厚/10；层高较高时,竖向分布筋直径宜≥10mm。
5.3.14 高层剪力墙结构剪力墙的竖向和水平分布筋不应单排配置。当剪力墙截面厚度
b
w≤400mm时可采用双排配筋；当400mm＜
b
w≤700mm时宜采用三排配筋；当
b
w>700mm时宜采用四排配筋。采用三排或四排配筋时,内排钢筋均应计入计算所需钢筋之内,可将所需钢筋均匀分布在三排或四排内(图5.3.14)。各排分布钢筋之间拉结筋的间距不应大于600mm,直径不应小于6mm。
5.3.15 短肢剪力墙全部竖向钢筋最小配筋率应符合表5.3.6的要求。
对于h
w/b
w≤4的墙肢应按框架柱配筋构造;矩形墙肢的厚度不大于300mm时,尚宜全高加密箍筋。
5.3.16 剪力墙的约束边缘构件
1 特一、二、三级抗震等级的剪力墙底部加强部位及其上一层的墙肢端部除满足计算要求外,尚应按第3款要求设置约束边缘构件。当一、二、三级剪力墙的轴压比不大于表5.3.7的规定值时,可不设置约束边缘构件而采用构造边缘构件。
B级高度高层建筑的剪力墙,宜在设置约束边缘构件的楼层与设置构造边缘构件的楼层之间设置1
~2层过渡层, 过渡层边缘构件的箍筋配置要求可低于约束边缘构件的要求, 但应高干构造边缘构件的要求。
2 约束边缘构件的箍筋体积配箍率
ρ
v应满足下式要求：
式中
ρ
v－－箍筋体积配箍率；
λ
v－－约束边缘构件配箍特征值；
f
yv－－箍筋、拉筋或水平分布筋的抗拉强度设计值。
计算实配箍筋帧岫率
ρ
v时,
,其中Acor为外排箍筋内表面范围内的面积,s为箍筋竖向间距；箍筋体积中重叠部分的箍筋体积可考虑适当的重复计算,也可计入有可靠连接的拉筋和在墙端封闭且满足锚固要求的水平分布钢筋(计入的水平分布钢筋的体积配箍率不应大于总体积配箍的50%)。
3 约束边缘构件构造做法见图5.3.16-1,应满足表5.3-16的设计要求。
表5.3.16 剪力墙约束边缘构件设计要求
| 抗震等级 | 特一级 | 一级（9 度） | 一级（6 、7 、8 度） | 二、三级 | ||||
| 轴压比μ N | ≤0.2 | ＞0.2 | ≤0.3 | ＞0.3 | ≤0.4 | ＞0.4 | ||
| 配箍特征值λ v | 0.24 | 0.12 | 0.2 | 0.12 | 0.2 | 0.12 | 0.2 | |
| l c( 暗柱) | 0.25 hw | 0.20 h w | 0.25 h w | 0.15 h w | 0.20 h w | 0.15 h w | 0.20 h w | |
| l c( 端柱或翼墙) | 0.20 h w | 0.15 h w | 0.20 h w | 0.10 h w | 0.15 h w | 0.10 h w | 0.15 h w | |
| 箍筋直径 | d ≥10 | d ≥8 | ||||||
| 箍筋或拉筋竖向间距 | ≤100 | ≤100 | ≤100 | ≤150 | ||||
| 竖筋 配筋 | 最小量 | ≥0.014 A c | ≥0.012 A c | ≥0.012 A c | ≥0.010 A c | |||
| 最小直径 | ≥φ16 | ≥φ16 | ≥φ16 | ≥φ16( 三级≥φ14) | ||||
| 最大间距 | ≤200mm | |||||||
注：1 剪力墙的翼墙长度小于翼墙3倍厚度或端柱截面长度小于2倍墙厚时，按无翼墙、无端柱查表；
2 箍筋、拉筋沿水平方向的肢距不宜大于300mm,不应大于竖向钢筋间距的2倍；
3 竖筋直径尚不应小于竖向分布筋直径；
4 当端柱承受集中荷载时，其竖向钢筋、箍筋直径和肢距、间距尚应满足框架柱的相应要求；
5 表中
h
w－－剪力墙墙肢长度；
l
c－－约束边缘构件沿墙肢长度；
A
c－－为图5.3.16-1
μ
N－－为墙肢在重力荷载代表值作用下的轴压比。
1）对于有端柱的剪力墙，当bc≥3bw和hc≥3bw时，阴影部分不必延伸至墙内，即延伸墙内的300mm长的延伸段可取消。
2）约束边缘构件中约束钢筋配置方法，可按下述两种方法采用：
方法一：阴影部分的约束钢筋一箍筋为主，非阴影部分的约束钢筋可用拉筋补齐，但拉筋端部应做135°弯钩钩住水平筋或竖向筋，弯钩端部平直段长度不小于10d。
方法二：约束边缘构件的约束钢筋也可采用箍筋、拉筋与墙体水平分布筋共同工作的方法（图5.3.16-2），即利用在墙端封闭且有可靠锚固的水平分布筋作为部分约束边缘构件的箍筋, 阴影部分在水平分布筋竖向间隔内另增设上述方法一的互相搭接的箍筋,非阴影部分的水平分布筋之间应增设拉筋,拉筋端部应做135°弯钩钩住水平筋或竖向筋,弯钩端部平直段长度不小于 10d。说明:特一、一、二、三级抗震等级的剪刀墙在底部加强部位及其上一层应设约束边缘构件。其原因是剪力墙的轴压比
虽未超过限制值，但轴压比比较高，在墙肢边缘压应力和压应变均很大，因此需在墙肢边缘设置约束作用较强的带箍筋的边缘构件。在国外，有的规范要求计算剪力墙截面的应力分布，按照应力的大小设置带箍筋的约束边缘构件。我国规范为了简化设计，规范直接给出了约束范围，并将此范围分为两部分。靠近墙肢端边缘部分（即规范图中阴影部分）的应力最大，箍筋数量要求多、要求高；靠近墙肢内部部分（非阴影部分）的应力减小，约束钢筋要求降低一些。
《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010 增加了轴压比小时约束边缘构件的配箍特征值的要求。
在开洞剪力墙中洞口边是否均要设置约束边缘构件，应视具体情况分析。当洞口较小，连梁较高时（如整体小开口墙），墙段应力分布整体上接近直线，计算端部约束边缘构件的长度
l
c时，
h
w宜按整个墙段长度计算，而内部洞口边缘处压应力不大，不一定要设约束边缘构件，可仅设置构造边缘构件。反之，当洞口大、连梁跨高比大（或与弱连梁连接）时，各墙肢的边缘（洞口边）应力均较大，因此各墙肢的端部均应设置约束边缘构件，而计算约束边缘构件的长度
l
c时，
h
w可按一个墙肢的墙长计算。
由于约束边缘构件内主筋与箍筋均很多，甚至有时造成施工困难，为减小配筋率，按照《建筑抗震设计规范》GB50011-2010表6.4.5-3注3要求,约束边缘构件的体积配箍率可按式5.3.7计算,并可适当计人满足构造要求且在墙端有可靠緢固的水平分布钢筋的截面面积,图5.3.16-2中介绍了利用墙的水平分布筋代替约魉缘咖舫部分箍筋的方法。
5.3.17 高层剪力墙结构的剪力墙构造边缘构件
1 剪力墙两端和洞口两侧不需设置约束边缘构件时均按图 5.3.17和表 5.3.17-1的要求设置构造边缘构件,构造边缘构件的纵向钢筋尚应满足正截面受压(受拉)承载力要求。
2 对于B级高度高层建筑结构的剪力墙(简体),其构造边缘枸件最小配筋应满足表5.3.17-2的要求。
表 5.3.17-1 A级高度高层剪力墙结构的剪力墙构造边缘构件的配筋要求
|
抗震等级 |
底部加强部位 | 其他部位 | ||||||||
| 竖向钢筋 | 箍筋 | 竖向钢筋 | 箍筋或拉筋 | |||||||
| 最小量 | 最小 直径 | 最大间距 （mm ） | 最小直径 （mm ） | 沿竖向 最大 间距 （mm ） | 最小量 | 最小 直径 | 最大间距 (mm) | 最小 直径 （mm ） | 沿竖向最大 间距（mm ） | |
| 特一级 | 0.012A c | φ16 | 200 | 8 | 150 | |||||
| 一级 | 0.010A c | φ16 | 200 | 8 | 100 | 0.008A c | φ14 | 8 | 150 | |
| 二级 | 0.008A c | φ14 | 8 | 150 | 0.006A c | φ12 | 8 | 200 | ||
| 三级 | 0 ．006A c | φ12 | 6 | 150 | 0.005A c | φ12 | 6 | 200 | ||
| 四级 | 0.005A c | φ12 | 6 | 200 | 0.004A c | φ12 | 6 | 250 | ||
| 非抗震设计 | 4 φ12 | φ1 | 6 | 250 | 4 φ12 | φ12 | 6 | 250 | ||
注:1 其他部位的转角处宜采用箍筋;
2 箍筋、拉筋沿水平方向的肢距不宜大于300mm,不应大于竖向钢筋间距的2倍;
3 竖筋直径尚不应小于竖向分布筋直径;
4 当端柱承受集中荷载时,其竖向钢筋、箍筋直径和肢距、间距尚应满足框架柱的相应要求;
5 表中A
c为图5.3.17中阴影部分面积。
表 5.3.17-2B 级高度高层剪力墙结构的剪力墙构造边缘构件的配筋要求
|
抗震 等级 |
底部加强部位 | 其他部位 | ||||||||
| 竖向钢筋 | 箍筋（λ v ≥0.1 ） | 竖向钢筋 | 箍筋或拉筋（λ v ≥0.1 ） | |||||||
| 最小量 | 最小直径 | 最大间距（mm ） | 最小直径（mm ） | 沿竖向最大间距（mm ） | 最小量 | 最小 直径 | 最大 间距 （mm ） | 最小直径 （mm ） | 沿竖向最大间距 （mm ） | |
| 特一级 | 0.013A c | φ16 | 200 | 8 | 150 | |||||
| 一级 | 0.011A c | φ16 | 200 | 8 | 100 | 0.009A c | φ14 | 8 | 150 | |
| 二级 | 0.009A c | φ14 | 8 | 150 | 0.007A c | φ12 | 8 | 200 | ||
| 三级 | 0.007A c | φ12 | 6 | 150 | 0.006A c | φ12 | 6 | 200 | ||
| 四级 | 0.006A c | φ12 | 6 | 200 | 0.005A c | φ12 | 6 | 250 | ||
| 非抗震 设计 | 4 φ12 | φ12 | 6 | 250 | 4 φ12 | φ12 | 6 | 250 | ||
汪: 同表5.3.17-l。
5.3.18 一般剪力墙连梁应按5.3.10条的要求设计。
5.3.19 对截面宽度不小于400mm的一、二级抗震等级的剪力墙连梁, 当其跨高比不大于2.5时,必要时除普通箍筋外町沿连梁对角线配置斜向交叉钢筋, 每组对角线钢筋由根数不少于4根旦不少于2排的钢筋组成,钢筋直径不应小于 14mm, 可按 5.3-20条、5.3-21 条进行布置。
注:当墙肢长度 bw<1800mm时也可采用括号中尺寸
连粱全部剪力应由交叉斜向钢筋承担,其截面限制条件及斜截面受剪承载力应符合下列规定:
1 受剪截面应符合下列要求:
2 斜截面受剪承载力应符合下列要求：
式中
V
b－－连梁剪力设计值；
α－－斜筋与连梁纵轴的夹角；
A
sd－－每组斜向钢筋承担剪力所需总面积；
f
yd－－钢筋抗拉强度设计值。
5.3.20 对角暗撑配筋连梁（图5.3.20）： 1 沿连梁对角线放置的每组斜向钢筋应设置矩形或螺旋箍筋，两组钢筋交叉点处暗撑应对全部交叉钢筋约束并且宜适当加密间距；暗撑箍筋外皮尺寸，在平行于梁宽度b方向不应小于b/2,在另一方向不应小于b/5与100mm中较大值；暗撑箍筋直径不应小于8mm,箍筋间距不应大于150mm,箍筋或拉筋各向肢距不宜大于350mm。
2 连梁全截面仅需沿周边配置普通箍筋。抗震设计时，箍筋其直径不应小于10mm；其间距不应大于200mm。沿连梁周边配置的普通箍筋和腰筋，在其各方向的全部面积不应小于0.002bs(b为连梁腹板宽度，s为箍筋间距或腰筋间距），腰筋间距不应大于200mm。
5.3.21 集中对角斜筋配筋连梁（图5.3.21）：
沿连梁对角线放置的每组斜向钢筋均未设置矩形或螺旋箍筋，连梁全截面箍筋（拉筋）的直径、肢距和间距不应低于现行规范关于连梁箍筋配置的构造要求，且箍筋和拉筋直径不小于8mm,肢距不大于200mm。连梁两侧腰筋的面积不应小于0.002bs(b为连梁宽度，s为腰筋间距），腰筋间距不应大于200mm。
说明：美国ACI杂志发表的不同配筋形式短连梁在地震作用下的性能试验研究成果表明，短连梁承受不断重复的剪切荷载时，对角暗撑配筋连梁和集中对角斜筋配筋连梁相比，试验结果几乎没有差异，但集中对角斜筋配筋连梁相对来说便于施工。本条参考美国规范ACI318-08，提出了采用集中对角斜筋连梁时的具体要求，供设计参考使用。
5.3.22 跨高比（
l
b/
h
b)<4的剪力墙连梁配置交叉斜向钢筋时，可考虑沿连梁对角线放置的钢筋对连梁设计弯矩的贡献，但连梁顶部和底部的纵向钢筋应至少能承担竖向荷载作用下连梁设计弯矩，且其配筋率不宜小于《混凝土结构设计规范》GB50010-2010和《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010规定的最小配筋率。
5.3.23 沿连梁对角线放置的钢筋和连梁纵向钢筋伸入连梁两侧竖向构件内的锚固长度，非抗震设计时不应小于《混凝土结构设计规范》GB50010-2010规定的受拉钢筋锚固长度
l
a；抗震设计时不应小于
l
aE和600mm。 说明：考虑连梁内斜向钢筋在锚入两侧竖向构件时不好施工，可将斜向钢筋伸入洞边50mm后弯折成水平方向锚入连梁两侧竖向构件内。
5.3.24 楼、屋盖宜现浇或采用现浇整体叠合楼板（现浇叠合层厚度不宜小于50mm),具有较多短肢剪力墙的剪力墙结构应采用现浇水楼板。
6 框架 – 剪力墙结构
.
6.1 框架—剪力墙结构
6.1 框架—剪力墙结构
6.1.1 钢筋混凝土框架—剪力墙结构的最大适用高度应符合表6.1.1要求。
表6.1.1
框架—剪力墙结构最大适用高度（m
）
| 房屋高度级别 | A 级高度 | B 级高度 | |||||||||
| 设防烈度 | 非抗震设计 | 6 度 | 7 度 | 8 度 （0.2g ） | 8 度 （0.3g ） | 9 度 | 非抗震设计 | 6 度 | 7 度 | 8 度（0.2g ） | 8 度 （0.3g ） |
| 适用高度（m ） | 150 | 130 | 120 | 100 | 80 | 50 | 170 | 160 | 140 | 120 | 100 |
注：1 本表中7度包括7度（0.10g)和7度（0.15g)。
2 平面和竖向均不规则的高层建筑结构，其最大适用高度宜比表6.1.1的规定适当降低。
6.1.2 抗震设计时，A级和B级高度框架—剪力墙结构抗震等级应符合表6.1.2-1、6.1.2-2和6.1.2-3的要求。
表6.1.2-1 A
级高度（丙类建筑）框架—剪力墙结构抗震等级
| 设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | |||||||||||||
| 基本地震加速度 | 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | 0.40g | |||||||||||
| 场地类别 |  |
≤60 | >60 | ≤24 | 25 ~60 | >60 | ≤24 | 25 ~60 | >60 | ≤24 | 25 ~60 | >60 | ≤24 | 25 ~60 | >60 | ≤24 | 25 ~50 |
| Ⅰ类 | 框架 | 四 | 三 | 四 | 三（四） | 二 （三） | 四 | 三 （四） | 二 （三） | 三 （四） | 二 （三） | 一 （二） | 三 （四） | 二（三） | 一 （二） | 二 （三） | 一 （二） |
| 剪力墙 | 三 | 三 | 三 | 二 （三） | 二 （三） | 三 | 二 （三） | 二（三） | 二 （三） | 一（二） | 一 （二） | 二 （三） | 一 （二） | 一（二） | 一 （二） | 一 | |
| Ⅱ类 | 框架 | 四 | 三 | 四 | 三 | 三 | 四 | 三 | 二 | 三 | 二 | 一 | 三 | 二 | 一 | 二 | 一 |
| 剪力墙 | 三 | 三 | 三 | 二 | 二 | 三 | 二 | 二 | 二 | 一 | 一 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | |
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 四 | 三 | 四 | 三 | 三 | 四 （三） | 三（二） | 二（一） | 三 | 二 | 一 | 三（二） | 二（一） | 一 （一* ） | 二 | 一 |
| 剪力墙 | 三 | 三 | 三 | 二 | 二 | 三 （二） | 二 （一） | 二 （一） | 二 | 一 | 一 | 二（一） | 一 | 一 （一* ） | 一 | 一 | |
注: 1 当建筑场地为I类时,应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施;当建筑场地为
Ⅲ、Ⅳ类时,宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施表中抗震等级;一*级,应比抗震等级一级采取更有效的抗震构造措施,具体方法可参考本措施2.1.4条。 2 接近或等于高度分界时,应结合房屋不规则程度及场地、地基条件确定抗震等级； 3 建筑高度较高、体型规整且剪刀墙沿竖向布置无突变的框架一剪力墙结构,建筑上部1/3范围的剪力墙的抗震构造措施可适当降低。 4 建造在
Ⅲ、Ⅳ类场地且设计基本地震加速度为0.15g和0.30g的丙类建筑,按规定提高一度确定抗震等级时,如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度,则应采取比对应抗震等级更有效的抗震构造措施,具体方法参见本措施2.1.4条。
表6.1.2-2A
级高度（乙类建筑）框架—剪力墙结构抗震等级
| 设防烈度 | 6 度 | 7度 | ||||||||
| 基本地震加速度 | 0.05g | 0.10g | 0.15g | |||||||
| 场地类别 | ≤24 | 25 ~60 | >60 | ≤24 | 25 ~60 | >60 | ≤24 | 25 ~60 | >60 | |
| Ⅰ类 | 框架 | 四 | 三（四） | 二（三） | 三（四） | 二 （三） | 一 （二） | 三 （四） | 二（三） | 一（二） |
| 剪力墙 | 三 | 二（三） | 二（三） | 二 （三） | 一 （二） | 一 （二） | 二 （三） | 一（二） | 一（二） | |
| Ⅱ类 | 框架 | 四 | 三 | 二 | 三 | 二 | 一 | 三 | 二 | 一 |
| 剪力墙 | 三 | 二 | 二 | 二 | 一 | 一 | 二 | 一 | 一 | |
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 四 | 三 | 二 | 三 | 二 | 一
|
三（二） | 二 （一） | 一（一*） |
| 剪力墙 | 三 | 二 | 二 | 二 | 一 | 一 | 二 （一） | 一 | 一（一*） | |
表6.1.2-2 续 A 级高度（乙类建筑）框架—剪力墙结构抗震等级
| 设防烈度 | 8 度 | 9 度 | |||||||
| 基本地震加速度 | 0.20g | 0.30g | |||||||
| 场地 类别 |  |
≤24 | 25 ~50 | >50 | ≤24 | 25 ~50 | >50 | ≤24 | 25 ~50 |
| Ⅰ类 | 框架 | 二（三） | 一（二） | 一 | 二（三） | 一（二） | 一 | 一（二） | 特一（一） |
| 剪力墙 | 一（二） | 一 | 一 | 一（二） | 一 | 一 | 特一（一） | 特一（一） | |
| Ⅱ类 | 框架 | 二 | 一 | 一（一* ） | 二 | 一 | 一（一*） | 一 | 特一 |
| 剪力墙 | 一 | 一 | 一（一* ） | 一 | 一 | 一（一*） | 特一 | 特一 | |
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 二 | 一 | 一（一* ） | 二（一） | 一（特一） | 一（特一） | 特一 | 特一 |
| 剪力墙 | 一 | 一 | 一（一* ） | 一（特一） | 一（特一） | 一（特一） | 特一 | 特一 | |
注：1 当建筑场地为 类时，应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地为 类时，应按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；一*级，应比抗震等级一级采取更有效的抗震构造措施，具体方法可参考措施2.1.4条。 2 乙类建筑按规定提高一度确定抗震等级时，如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度，则应采取比对应抗震等级更有效的抗震构造措施，具体方法参见本措施2.1.4条。
表6.1.2-3 B级高度框架—剪力墙结构抗震等级
| 建筑 类别 |  |
6 度 | 7 度 | 8 度 | |||
| 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | |||
| 丙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架 | 二 | 一（二） | 一（二） | 一 | 一 |
| 剪力墙 | 二 | 一（二） | 一（二） | 特一（一） | 特一（一） | ||
| Ⅱ类 | 框架 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | |
| 剪力墙 | 二 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一（特一） | |
| 剪力墙 | 二 | 一 | 一（特一） | 特一 | 特一 | ||
| 乙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架 | 一（二） | 一 | 一 | 特一（一） | 特一（一） |
| 剪力墙 | 一（二） | 特一（一） | 特一（一） | 特一 | 特一 | ||
| Ⅱ类 | 框架 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | |
| 剪力墙 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 一 | 一 | 一（特一） | 特一 | 特一 | |
| 剪力墙 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | ||
注: 1 当建筑场地为I类时,应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施;当建筑场地为
Ⅲ、Ⅳ类时,宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施
2 乙类连筑以及建造在
Ⅲ、Ⅳ类场地且设计基本地震加速度为0.15g和0.30g的丙类建筑,按规定提高一度确定抗震等级时,如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度,则应采取对比应抗震等级更有效的抗震构造措施，具体方法参见本措施2.1.4条。
说明: 在表6.1.2-l的注3中提出当建筑高度较高、体型规整且剪力墙沿竖向布置无突变的框架一剪力墙结构,在建筑上部l/3范围内,其剪力墙的抗震等级可适当降低,其原因是一般框一剪结构,在底部剪力墙承受结构的大部分弯矩和剪力, 而在顶部1/3范围,由于剪力墙存在较大弯曲变形,使框架部分成为主要的抗侧力结构,故剪力墙的抗鹿构造措施可以适当降低。但应注意此做法不适用于体型不规整的结枸, 尤其是结构竖向特别不规则或水平和竖向均不砚则的结枸。
6.1.3 剪力墙宜对称布置,各片墙的刚度宜接近,长度较长的剪力墙宜设置洞口和连粱形成双肢墙或多肢墙,剪力墙长度较长时宜设结构洞口及弱连梁(跨高比大于6）形成总高度和长度之比不小于3的墙段,各层每道剪力墙承受的水平力不宜超过相应楼层总水平力的30%。
6.1.4 抗震设计时结构两主轴方向均应布置剪力墙,剪力墙的布置宜使结构各主轴方向的刚度接近,宜尽量减小结构的扭转变形;纵向剪力墙宜布置在结构单元的中间区段内,当房屋纵向长度较长时,不宜集中在两端布置纵向剪力墙,纵横向剪力墙宜组成L形、T形、形等形式, 以增加抗侧刚度和抗扭能力。
说明:对于多层建筑,当其长宽比较大且沿纵向布置剪力墙确有困难时,可沿横向布置适量的剪力墙,形成框架一剪刀墙结构,以保证刚度较弱的横向有足够的抗侧能力,提高结构的抗扭刚度。沿结构纵向可视情况布置少量墙体。设计时横向可按一般的框架-剪力墙结构设计;纵向可按少墙框架一剪力墙或少墙框架结构进行设计(参见本节6.1.5条)。
6.1.5 抗震设计时,框架—剪力墙结构应根据在规定的水平力作用下结构底层框架部分承受的地震倾覆力矩与结构总地震倾覆力矩的比值,确定相应的设计方法,并应符合下列规定:
1 框架部分承受的地震倾覆力矩不大于结构总地震倾覆力矩的10%时,按剪力墙结构设计,其中框架部分应按框架-剪力墙结构的框架进行设计；
2 框架部分承受的地震倾覆力矩大于结构总地震倾覆力矩的10%但不大于50%时,按框架—剪力墙结构的规定进行设计；
3 框架部分承受的地震倾覆力矩大于结构总地震倾覆力矩的50%但不大于80%时,按框架-剪力墙结构设计,其最大适用高度可比框架结构适当增加,框架部分的抗震等级和轴压比限值宜按框架结构的规定采用;
4 框架部分承受的地震倾覆力矩大于结构总地震倾覆力矩的80%时,按框架-剪力墙结构设计,但其最大适用高度宜按框架结构采用,框架部分的抗震等级和轴压比限值应按框架结构的规定采用。
说明:1 框架部分承受的地震倾覆力矩不大于结构总地震倾覆力矩的10%时结构中剪力墙承担了绝大郜分的地震作用,工作性能接近纯剪力墙结构。此种情况下剪力墙的设计要求和结构侧向位移控制指标按剪刀墙结构采用;房屋的最大适用高度仍按框架一剪刀墙结构的要求执行,框架部分的设计要求与框架-剪力墙结构中的框架相同(此要求不适用于剪力墙结构中仅局部有个别柱的情况)。
2 条文中第3款规定的情况,属于少墙框架一剪力墙结构, 结构中框架承担了大部分的地震作用,此时框架部分的设计要求宜按框架结构采用,剪力墙的设计耍求和结构侧向位移控制指标宜按框架一剪力墙结构采用,最大适用高度可参照表6.1.5-1。9度时不宜采用少墙框架一剪力墙结构。
3 条文中第4款规定的情况,属于少墙框架结构,结构中框架承担了绝大部分的地震作用,工作性能接近0纯框架结构。此时框架部分的设计要求应按框架结构采用,其最大适用高度不宜超过框架结构的适用高度,若超过时框架的抗震等级宜比框架结构适当提高。剪力墙的抗震等级和轴压比按框架-剪力墙结构的规定采用。结构分析计算应考虑剪力墙与框架协同工作,其框架部分的地震剪力俏应采用框架结构模型和框架-剪力墙结构模型二者计算结果的较大值进行设计。结构侧向位移控制指标需按低层框架部分承担倾覆力矩的大小,在框架结构和框架-剪刀墙结构两者的侧向位移控制指标之间偏安全适当内插,也可参考表6.1.5-2中的数值。9度不应采用少墙框架结构。
由于少墙框架结构的侧向刚度较一般框架一剪力墙结构低、侧向位移大,为避免其剪力墙的过早破坏以及在剪力墙破坏后对结构竖向承载力的影响,设计中宜采取以下措施:
1) 对称布置剪力墙,避兔因剪力墙位置较偏产生较大刚度偏心而增大结构的扭转效应;
2) 剪力墙的截面长度不宜长,总高与截面长度之比不应小于3(但应避免短肢剪力墙),不满足时町采取墙体斤竖缝、开结构洞等措施,尽量提高剪力墙的变形能力；
3) 避免剪力墙直接承受楼面的重力荷载, 减少剪力墙破坏后对结构竖向承载力的影响。
4) 当符合本措施第2.3.3、2.3.5的条件时,框架一剪力墙结构的层间位移控制措标可采用第2.3.5条的方法予以适当放松。
表6.1.5-1 框—剪结构Mc/Mo>0.5时最大适用高度（m）
| M c/M o | 设防烈度 | ||
| 6 度 | 7 度 | 8 度 | |
| >0.8 | 60 | 50 | 40 |
| 0.7 ~0.8 | 70 | 60 | 50 |
| 0.6 ~0.7 | 80 | 75 | 60 |
| 0.5 ~0.6 | 110 | 95 | 80 |
M
c—框架一剪力墙结构在规定的水平力作用下框架部分承受的地震倾覆力矩;
M
o—结构总地震倾覆力矩。
表6.1.5-2 少墙框架结构侧向位移控制指标
| Mc/Mo | 0.85 | 0.90 | 0.95 |
| △u/h | 1/700 | 1/650 | 1/600 |
6.1.6 抗震设计时,框架-剪力墙结构中的楼梯间,周边宜布置剪力墙,并宜采用现浇钢筋混凝土楼梯。楼梯构件应支承在剪力墙上。当楼梯周边不能布置剪力墙时,楼梯及周边构件的抗震措施应满足框架结构中楼梯的设计要求。
说明：汶川地震中,框架结构中的楼梯及周边构件破坏严重,但框架-剪力墙结构中的搂梯构件基本上保持完好,其中的一个重要原因就是楼梯间周边普遍都设置剪力墙组成的简体,对楼梯构件起到了很好的保护作用。因此,抗震设计时应尽可能地在楼梯间周边设置剪力墙。当楼梯周边不能布置剪力墙时,楼梯及周边构件的抗震措施应满足框架结构中楼梯的设计要求。考虑到楼梯自身的刚度在框架-剪力墙结构中所占比例相对框架结构要小,楼梯自身刚度对整体结构
的地震反应影响有限,一般情况下楼梯构件可不参与结构的整体计算分析。
6.1.7 剪力墙宜贯通建筑物全高,避免刚度突变。当受条件限制剪力墙不能全部贯通建筑物全高而在顶层或顶部几层形成少墙框架-剪力墙结构或少墙框架结构时,该部分结构应满足本节6.1.5条的设计要求。部分剪力墙截止位置层楼板应采用现浇板, 该层相邻上层的柱应采取有效的加强措施。
说明：当剪刀墙不能贯通建筑物全高时,部分剪力墙截止位置层的上下刚度会发生突变,对抗震不利,应尽量避免。当不能避免时,为使部分剪力墙截止位置层楼板有足够的刚度楼层剪力的可靠传递,该层楼板应采用现浇板,其厚度宜不小于160mm。该层相邻上层的柱应采取有效的加酬施,提高其变形能力和避免柱根部过早出现塑性铰。
6.1.8 抗震设计时,侧向刚度沿竖向基本均匀或有规律变化的框架一剪力墙结构,各层框架部分的剪力值不应小于
0.2V
0和
1.5V
fmax二者的较小值。
┏0.2
V
0
V
f┨ 二者取较小值 ┗1.5
V
fmax
V
0
——对框架柱数量从下至上基本不变的结构,应取对应于地震作用标准值的结构底层总剪力;对框架柱数量从下至上分段有规律变化的结构,应取每段底层结构对应于地震作用标准值的总剪力;
V
fmax
——对框架柱数量从下至上基本不变的结构, 应取对应于地震作用标准值且未经调整的各层框架承担的地震总剪力中的最大值;对框架柱数量从下至上分段有规律变化的结构,应取每段中对应于地震作用标准值且未经凋整的各层框架承担的总剪力中的最大值;
V
f
——对应于地震作用标准值且未经调整的各层(或某一段内各层）框架承担的地震总剪力。
6.1.9 剪力墙间距L(当剪力墙之间楼屋盖无大洞口时）不宜超过下表要求:
表6.1.9 框架—剪力墙结构剪力墙间距（m）
| 楼、屋盖类型 | 非抗震设计 （取较小值） | 6、7度 （取较小值） | 8度 （取较小值） | 9度 （取较小值） |
| 现浇 | 5.0B,60 | 4.0B,50 | 3.0B,40 | 2.0B,30 |
| 装配整体式 | 3.5B,50 | 3.0B,40 | 2.0B,30 | – |
注: 1 表中B为剪力墙之间的搂、屋盖宽度。当房屋端部未设置剪力墙时,邻近房屋端部的第一道剪力墙与端部的距离,不宜大于表中剪力墙间距的1/2。
2 剪力墙之间的楼盖有较大开洞时,应注意楼层水平力的传递途径,结构分析时尚应采用符合楼面实际刚度的计算模型进行。
6.2 截面设计和构造要求
6.2 截面设计和构造要求
6.2.1 框架—剪力墙结构的剪力墙的厚度应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JCJ3-2010附录D墙体稳定验算的要求，且应符合下列规定：
1 抗震设计时,多层和高层框架—剪力墙结构的剪力墙底部加强部位墙厚应分别不小于180mm和200mm;
2 抗震设计时,带边框的一、二级剪力墙底部加强部位的墙厚不应小于200mm;
3 除以上1、2两款以外的其他情况下均不应小于160mm。
说明:l 本条明确了框架—剪力墙结构的剪力墙厚度确定原则与剪力墙结构相同,即应满足稳定验算的要求,且同时还应符合最小厚度的规定。框架一剪力墙结构应尽量避免采用一字形独立剪力墙,不能避免时墙厚宜加厚20mm。
2 条文中的“多层和高层框架—剪力墙结构”分别指房屋高度小于等于24米和房屋高度大于24米的框架—剪刀墙结构。
6.2.2 框架—剪力墙结构中,剪力墙的竖向、水平分布钢筋的配筋率,非抗震设计时均不应小于0.2%；抗震设计时均不应小于0.25%,钢筋直径不宜小于10mm,间距不宜大于300mm并应至少双排布置。各排分布筋之间应设置拉筋,拉筋的直径不应小于6mm、间距不应大于600mm。
6.2.3 框架—剪力墙结构中的剪力墙有端柱(边框柱)时,宜在楼盖处设置暗粱,暗粱截面高度可取墙厚的1
~2倍,并不宜小于400mm,暗粱的配筋应满足同层框架梁相应抗震等级的最小配筋要求,对干比较重要的建筑,其底部加强区及以上一至二层暗梁配筋尚宜同时满足承受本层竖向荷载要求。暗梁的端部不需要按框架梁要求箍筋加密。端柱(边框柱)截面宜与同层框架柱相同,并应满足框架柱的构造要求。剪力墙水平筋应全部锚入端柱内,并满足抗震锚固要求,紧靠剪力墙涧川的端柱(边框柱)和剪力墙底部加强区的端柱(边框柱)宜按柱箍筋加密区的要求沿柱全高加密箍筋。
说明: 框-剪结构中剪力墙是第一道防线,当遭遇设防烈度地震作用时,剪力墙出现裂缝,这时剪力墙的边框柱与楼层处的暗粱对剪力墙起到约束作用,同时也能起支承竖向荷载的作用,防止结构倒塌,对于比较重要的建筑,底部加强区及以上一到二层的暗粱宜满足承受本层竖向荷载的要求,一般建筑在底部加强区以上部位也可按构造配筋,即满足同层框架梁相应抗震等级的最小配筋要求。但并非所有的剪力墙均需设暗梁,一般来说承受竖向荷载较大、与框架平面重合(带边框柱)的剪力墙,需设置暗梁。因暗梁无出现塑性铰的可能,因此无需按框架梁端要求箍筋加密。
6.2.4 楼面梁与剪力墙平面外连接时,若楼面梁所支承的荷载面积较大,应在支承梁的位置设置扶壁柱或暗柱,并按计算确定其截面尺寸和配筋；楼面梁不宜支承在墙体洞口的连梁上。
6.2.5 框架—剪力墙结构的其他要求尚应符合第4章、第5章的相关要求。
7 部分框支剪力墙结构
.
7.1 部分框支剪力墙结构一般规定
7.1 部分框支剪力墙结构一般规定
7.1.1 部分框支剪力墙结构的截面设计和构造措施除满足本章有关规定外，还应满足框架结构和剪力墙结构的有关规定。
7.1.2 部分框支剪力墙结构房屋的最大适用高度应符合表7.1.2。
表7.1.2 部分框支剪力墙房屋适用最大高度（m）
| 设防烈度 | 非抗震设计 | 6 | 7 | 8 （0.2g ） | 8(0.3g) | 9 |
| A 级高度 | 130 | 120 | 100 | 80 | 50 | 不应采用 |
| B 级高度 | 150 | 140 | 120 | 100 | 80 | 不应采用 |
7.1.3 部分框支剪力墙高层建筑结构抗震等级应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的有关规定。其中剪力墙底部力加强部位的高度应从地下室顶板算起,取框支层加框支以上两层且不小于房屋总高的1/10。丙类建筑A级高度部分框支剪力墙结构抗震等级按表7.l.3-l采用。乙类建筑A级高度部分框支剪力墙结构抗震等级按表7.l.3-2采用。对所有抗震设防烈度,当转换层的位置设置在3层及3层以上时,其框支柱、剪力墙底部加强部位的抗震等级宜按表7.1.3-1和表7.1.3-2的规定提高一级采用,已为特一级时可不提高。非底部加强部位剪力墙及非落地剪力墙不提高。
表7.1.3-1 A级高度丙类建筑部分框支剪力墙结构抗震等级
| 设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | ||||||||||
| 基本地震加速度 | 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | ||||||||
| 场地类别 |  |
≤80 | ＞80 | ≤24 | 25 ~80 | ＞80 | ≤24 | 25 ~80 | ＞80 | ≤24 | 25 ~80 | ≤24 | 25 ~50 |
| Ⅰ类 | 非底部加强部位剪力墙 | 四 | 三 | 四 | 三 （四） | 二 （三） | 四 | 三（四） | 二（三） | 三（四） | 二（三） | 三（四） | 二（三） |
| 底部加强部位剪力墙 | 三 | 二 | 三 | 二 （三） | 一（二） | 三 | 二 （三） | 一（二） | 二（三） | 一（二） | 二（三） | 一（二） | |
| 框支框架 | 二 | 二 | 二 | 二 | 一（二） | 二 | 二 | 一（二） | 一（二） | 一（二） | 一（二） | 一（二） | |
| Ⅱ类 | 非底部加强部位剪力墙 | 四 | 三 | 四 | 三 | 二 | 四 | 三 | 二 | 三 | 二 | 三 | 二 |
| 底部加强部位剪力墙 | 三 | 二 | 三 | 二 | 一 | 三 | 二 | 一 | 二 | 一 | 二 | 一 | |
| 框支框架 | 二 | 二 | 二 | 二 | 一 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | 一 | |
| Ⅲ、Ⅳ类 | 非底部加强部位剪力墙 | 四 | 三 | 四 | 三 | 二 | 四（三） | 三（二） | 二（二* ） | 三 | 二 | 三（三* ） | 二（二* ） |
| 底部加强部位剪力墙 | 三 | 二 | 三 | 二 | 一 | 三（二） | 二（一） | 一（一* ） | 二 | 一 | 二（二* ） | 一（一* ） | |
| 框支框架 | 二 | 二 | 二 | 二 | 一 | 二（一） | 二（一） | 一（一* ） | 一 | 一 | 一（一* ） | 一（一* ） | |
注：1 当建筑场地为Ⅰ类时，应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类时，宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；表中抗震等级一*、二*、三*级，应分别比一、二、三级抗震等级采取更有效的抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条；
2 如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度，应采取比对抗震等级更有效的抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条；
3 接近或等于高度分界时，应结合房屋不规则程度及场地、地基条件确定抗震等级。
注: 同表7.l.3-l
7.1.4 B级高度部分框支剪力墙结构的抗震等级按表7.1.4-1采用。
注: 同表7.l.3-l
7.1.5 结构布置 1 平面布置应力求简单规则，均衡对称，宜使水平荷载的合力中心与结构刚度中心重合；避免扭转的不利影响。 2 结构的主要抗震竖向构件应贯通落地，落地纵横剪力墙最好组成布置，结合为落地筒。底层框架承担的地震倾覆力矩，不应大于结构总的证倾覆力矩的50%。 3 长矩形建筑中，落地剪力墙的最大间距L宜符合以下要求：
┌底部为1
~2层框支层时：L≤2B且L≤24m; 抗震设计│ └底部为3层及3层以上框支层时：L≤1.5B且L≤20m。
非抗震设计时：L≤3B且L≤36m;
其中：L－－落地剪力墙的间距； B－－落地墙之间楼盖的平均宽度。
4 落地剪力墙与相邻框支柱的距离，1
~2层框支层时不宜大于12m,3层及3层以上框支层时不宜大于10m。
5 为保证下部大空间有合适的刚度，应尽量强化转换层下部主体结构刚度，落地剪力墙和筒体底部墙体应加厚。弱化转换层上部主体结构刚度，结构竖向布置应使框支层下部结构与上层结构的侧向刚度满足《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录E的规定。
7.1.6 落地剪力墙在底部尽量不开洞，若必须开洞尽量开小洞，以免刚度削弱太大。如果要开洞时，落地剪力墙和筒体的洞口宜设置在墙体的中部；转换梁上一层墙体内不宜设边门洞，不应在中柱上方开设门洞；底部加强部位的剪力墙洞口宜上下对齐。
7.1.7 转换层楼板不应开大洞口。楼梯间、电梯间处，应将其周边落地剪力墙围成筒体。
7.1.8 转换层上下主体竖向结构，应尽可能使转换结构传力直接，上部的竖向抗侧力构件（墙、柱）宜直接落在转换层的主要转换构件上，尽量避免多级复杂转换，转换层楼盖应采用现浇结构。
7.1.9 框支梁截面中心线宜与框支柱截面中心线重合。上部剪力墙中心线应与转换梁中心线重合。
7.1.10 部分框支剪力墙结构的剪力墙设计要求按第5章的相关条款执行。
7.1.11 矩形平面的角部不宜设置框支柱。非落地剪力墙在转换层上一层的楼板处应设暗梁。
7.2 部分框支剪力墙结构计算要点
7.2 部分框支剪力墙结构计算要点
7.2.1 部分框支剪力墙结构的内力分析应分两步：首先采用三维空间分析方法进行整体结构的内力分析，得到各构件的内力和配筋；然后对框支梁附近楼层进行平面有限元分析，取得详细应力分析，然后决定框支梁和附近墙体内的配筋。（平面有限元分析的范围应为底层框架和框支层以上3至4层墙。底层框支架的有限单元划分宜选用高精度元，在梁柱全截面高度上可划三至五等分，上层墙体可结合洞口位置均匀划分。）
7.2.2 大空间楼层的分析不应采用楼板平面内刚度无限大的假定。
7.2.3 内力分析以后，应对楼层剪力作如下调整：
1 底层落地剪力墙承担该层全部剪力。
2 底层框支柱承担20%
~30%的底层剪力，其分配原则见表7.2.3。主楼与裙房相连时，不含裙房部分的地震剪力，框支柱不含裙房框架柱。
表7.2.3 框支柱的最小设计剪力Vcj
| 柱数 n e | 上层为一般剪力墙结构 | |
| 1 ~2 层框支层 | 3 层及3 层以上框支层 | |
| ≤10 | 0.02V | 0.03V |
| ＞10 | 0.2V/ n e | 0.3V/ n e |
注:1 框支柱剪力调整后,应相应调整框支柱的弯矩及柱端框架粱的剪力、弯矩,但框支粱的剪刀、弯矩、轴力可不调整。 2
n
e－－每层框支柱的数日; V－－结构墓底剪力。
7.2.4 转换构件及框支柱应根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.11 节的规定进行结构抗震性能设计。
7.2.5 部分框支剪力墙结构的落地剪力墙墙肢不应出现偏心受拉。
7.2.6 带转换层的高层建筑结构，其薄弱层调整以后的地震剪力应按 《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.5.8规定计算乘以1.25的增大系数。转换构件应考虑竖向地震的影响。
7.2.7 特一、一、二、三级落地剪力墙底部加强部位的弯矩设计值应按墙底截面有地震作用组合的弯矩值乘以增大系数1.8、1.5、1.3、1.1采用；其剪力设计值应按考虑地震作用组合的剪力计算值乘以增大系数1.9、1.6.1.4、1.2 采用。
7.2.8 框支柱的设计应符合下列规定： 1 特一、一、二级框支柱由地震作用产生的轴力应分别乘以增大系数1.8、1.5、1.2，但计算柱轴压比时不可考虑该增大系数； 2 与转换构件相连的特一、一、二级框支柱的上端和底层柱下端截面的弯矩组合值应分别乘以增大系数1.8、1.5、1.3,其他层框支柱柱端弯矩设计值应分别乘以增大系数1.68、1.4、l.2。 3 特一、一、二级框支柱柱端剪力设计值: 与转换构件相连的框支柱和底层柱应分别乘以增大系数1.8><1.68=3.02、1.5×1.4=2.1、1.3×1.2=1.56,其他层框支柱应分别乘以增大系数1.68×1.68=2.82、1.4×1.4=1.96、1.2×1.2=1.44。 4 框支角柱的弯矩设计值和剪力设计值应分别在本条第2、3款的基础上乘以增大系数1.1。 5 柱截面的组合剪力设计值应符合下列规定：
持久、短暂设计状况
V≤0.20βafcbh0 (7.2.8-1)
地震设计状况
V≤(0.15β
afcbh0)/γRE (7.2.8-2）
7.2.9 框支梁上部墙体的构造应满足下列要求:
1 当框支梁上部的墙体开有门洞时，洞边墙体宜设置翼缘墙、端柱或加厚,并按约束边缘构件的要求进行配筋设计;
2 配筋可按下式校核并按图7.2.9-1,7.2.9-2范围配筋。
柱上墙体的端部竖向钢筋
A
s:
As=hcbw(σ01-fe)/fy (7.2.9-1)
柱边0.2
l
n宽度范围内的竖向分布钢筋
A
sw:
Asw=0.2lnbw(σ02-fc)/fyw (7.2.9-2)
框支梁上方0.2
l
n高度范围内的墙体水平分布钢筋
A
sh:
Ash=0.2lvbwσx.max/fyh (7.2.9-3)
式中
l
n－－框支梁净跨（mm);
h
c－－框支柱截面高度（mm);
b
w－－墙厚（mm);
σ
01－－柱上墙体在0.2ln范围，考虑风荷载、地震作用组合的平均压应力（N/m㎡）；
σ
02－－柱边墙体在0.2ln范围，考虑风荷载、地震作用组合的平均压应力（N/m㎡）；
σ
x.max－－框支梁与墙体连接面上考虑风荷载、地震作用组合的水平拉应力（N/m㎡）；
f
y－－剪力墙端部受拉钢筋强度设计值；
f
yw－－剪力墙墙体竖向分布钢筋强度设计值；
f
yh－－剪力墙墙体水平分布钢筋强度设计值。
注：S
b为框支梁箍筋加密区范围
有地震作用时，式（7.2.9-1）、（7.2.9-2）、（7.2.9-3）中
σ
01、
σ
02、
σ
x.max均应乘以
γ
RE,
γ
RE取0.85。在0.2
l[sub][su[/sub]b]n[/sub]区段内的竖向和横向钢筋，均应比区段以外相应钢筋的间距加密一倍。
7.2.10 部分框支抗震墙结构的框支层楼板剪力设计值，应符合要求：
式中
V
f－－由不落地抗震墙传到落地抗震墙处按刚性楼板计算的框支层楼板组合的剪力设计值，8度时应乘以增大系数2,7度时应乘以增大系数1.5；验算落地抗震墙时不考虑 增大系数；
b
f,
t
f－－分别为框支层楼板的宽度和厚度；
γ
RE－－承载力抗震调整系数，可采用0.85。
7.2.11 部分框支抗震墙结构的框支层楼板与落地地震墙交接截面的受剪承载力，应按下了公式验算：
式中
A
s－－穿过落地抗震墙的框支层楼盖（包括梁和板）的全部钢筋的截面面积。
7.3 部分框支剪力墙结构构造要求
7.3 部分框支剪力墙结构构造要求
7.3.1 框支剪力墙结构构件的混凝土强度等级，按下列规定选用：
1 框支梁、框支柱、转换层楼板不应低于C30;
2 落地剪力墙在转换层以下的墙体不应低于C3O。
7.3.2 转换层楼板厚度不宜小于180mm,应双层双向配筋,且每层每方向的配筋率不宜小干0.25%,如柱网区格内有十字次梁或井字梁时,板厚可减至150mm,配筋率不变。楼板中钢筋应锚固在边梁内;落地剪力墙和筒体外周围的楼板不宜开洞。楼板边缘构件和较大洞口周边应设置边梁,其宽度不宜小于板厚的2倍,纵向钢筋配筋率不应小于1.0%,钢筋接头宜采用机械连接或焊接。与转换层相邻楼层的楼板也应适当加强,楼板厚度不宜小于150mm,宜双层双向配筋。
7.3.3 框支剪力墙的截面尺寸和构造除应满足一般剪力墙的要求,尚应满足下列要求:
1 落地剪力墙和筒体底部加强部位应加厚,转换构件上部的剪力墙厚度不小于200mm,当该层作为转换构件时,墙厚不宜小于300mm。
2 框支剪力墙底部加强部位的水平和竖向分布钢筋最小配筋率, 抗震设计不应小于0.30%, 非抗震设计不应小于0.25%; 抗震设计钢筋间距不应大于200mm, 水平钢筋直径不应小于8mm, 竖向钢筋直径不宜小于10mm;
3 剪力墙底部加强部位, 墙体两侧宜设翼墙或端柱, 抗震设计时, 应设置约束边缘构件;
7.3.4 框支柱的宽度bc,抗震设计时不宜小于450mm,非抗震设计时不宜小于400mm; 截面高度
h
c不宜小于
b
c, 抗震设计时不宜小于框支梁跨度的l/12,非抗震设计时不宜小于梁跨度的1/15。框支柱不宜采用短柱, 柱净高与柱截面高度之比不宜小于4,当不满足此项要求时, 宜加大框支楼层的层高。
7.3.5 框支柱柱内全部纵向钢筋配筋率,特一级不应小于1.6%,一级不应小于1.1%,二级不应小于0.9%,非抗震时不应小于0.7%。纵向钢筋的间距,抗震设计时不宜大于200mm；非抗震设计时,不宜大于250mm,且均不应小于 80mm。抗震设计时柱内全部纵向钢筋配筋率不宜大于4.0%。框支柱在上部墙体范围内的纵向钢筋应伸入墙体内不少于一层,其余柱筋应锚入转换层梁内或板内。锚入梁内的钢筋长度,从柱边算起不应小于
l
aE(
（抗震设计)或
l
a(非抗震设计)。利用上层剪力墙作为转换构件时, 框支柱宜伸至上层顶部,且剪力墙不应有边门洞。
淀: 在上部墙体范围内的①号筋应伸入上部墙体内不少于一层,其余柱钢筋应锚入梁内或板内,并满足锚固长度要求。
7.3.6 框支柱箍筋的配置应符合下列要求:
1 抗震设计时,应采用复合螺旋箍或井字复合箍,箍筋直径不应小于10mm, 间距不应大于l00mm和6倍纵问钢筋直径的较小值,并应沿柱全高加密。
2 抗震设计时,一、二级框支柱加密区的配箍特征值应比一般框架结构柱的规定值增加0.02,且箍筋体积配箍率不应小于1.5%。
3 非抗震设计时,宜采用复合螺旋箍和井字复合箍；箍筋体积配箍率不宜小于0.8%,箍筋直径不应小于10mm,间距不应大于1500mm。
7.3.7 框支梁的宽度bh不宜大于框支柱相应方向的截面宽度,不宜小于上部墙体厚度的2倍, 且不宜小干400mm; 当梁上托柱时,尚不应小于梁宽方向的柱截面宽度;梁高不宜小于计算跨度的1/8。当梁高受限时,可以采用加腋梁。当荷载较小时, 梁高也可适当减小。
7.3.8 框支梁设计应符合下列要求:
1 梁上、下部纵向钢筋的最小配筋率，非抗震设计时，不应小于0.30%；抗震设计时, 特一、一和二级分别不应小于0.60%、0.50%、0.40%。
2 框支梁支座上部纵向钢筋至少应有50%沿全长贯通,下部纵间钢筋应全部直通到柱内; 沿梁高应配置间距不大于200mm、直径不小于16mm的腰筋。
3 粱上、下纵向钢筋和腰筋的锚固宜符合图7.3.8的要求。当梁上部配置多排纵向钢筋时,其内排钢筋锚入柱内的长度可适当减小,但不应小于锚固长度
l
a(非抗震设计)或
l
aE(抗震设计)。
注:可仅笫一排筋弯起,此时如直筋锚固长度不够laE,可采用《混凝土结构设计规范》GB50010-20l0第9.3.4 条的锚固措施。
4 框支梁不宜开洞。若需开洞时,洞口边离开支座柱边的距离不宜小于粱截面高度,被洞口削弱的截面应进行承载力计算。因开洞形成的上、下弦杆应加强纵向钢筋与抗剪箍筋的配置。
5 框支梁支座处(离柱边1.5倍梁截面高度范围内)箍筋应加密,加密区箍筋直径不应小于10mm,间距不应大于100mm;加密区箍筋最小面积配筋率,非抗震设计时不应小于0.9
f
t
/f
yv；抗震设计时,特一、一和二级分别不应小于 l.3
f
t
/f
yv、1.2
f
t
/f
yv、和1.1
f
t
/f
yv。框支墙门洞下方的箍筋也应按上述要求加密。
6 抗震设计时,粱纵向钢筋接头宜采用机械连接,同一连接区段内,接头的钢筋截面面积不宜超过全部钢筋截面面积的50%,接头应避开上部墙体的开洞部位、梁上托柱部位及受力较大部位。
7.3.9 框支柱的轴压比应符合表7.3.9的要求,轴压比不满足要求时, 应加大截面尺寸或提高混凝土强度等级。
表7.3.9 框支柱的轴压比限值
| 抗震等级 | 特一级 | 一级 | 二级 |
| 轴压比限值 | 0.5 | 0.6 | 0.7 |
注: 1 表中数值适用于剪跨比大于2的柱,剪跨比不大于2但不小于1.5的柱,其数值应按表中数值减小0.05;剪跨比小于1.5的柱,其轴压比限值应专门研究并采取特殊构造措施。 2 表中数值适用于混凝土强度等级不高于C60的柱,当混凝土强度等级为C65
~C70时,轴压比限值应降低0.05,当混凝上强度等级为 C75
~C80时,轴压比限值应降低0.10。
7.3.10 当框支梁上部墙体开边门洞时,应设外墙翼缘并加强小墙肢配筋,同时应加强这一区段框支粱的抗剪承载力, 必要时采用加腋梁(图7.3.l0);墙与梁的水平施工缝宜按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 第7.2.l2条的规定验算抗滑移能力。
7.3.11 框支梁上墙体竖向钢筋在转换梁内的锚固长度,抗震设计时不应小于
l
aE,非抗震设计时不应小于
l
a。
7.3.12 厚板转换
1 只有在非地震区和6度抗震设防时可使用厚板作为转换构件。当在地下室顶板位置转换时,7、8度抗震设防地区的转换构件可采用厚板。
2 宜在厚板外周边配置钢筋骨架网迸行加强,配置钢筋≥φ16@200双向(钢筋HRB335级以上)。
3 厚板在上部集中力和支座反力作用下应按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010进行抗冲切验算并配置必需的抗冲切钢筋。
4 厚板设计应满足《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第10.2.14条的有关规定。
7.3.12 箱形结构转换
1 结构转换层可利用设备层设计成箱形结构。箱形转换梁宜满层设置,沿建筑周边环通,应根据建筑功能要求设置双向横隔板,形成“箱子”。横隔板宜按深梁设计。
2 箱形转换结构上、下楼板厚度均不宜小于180mm,上、下楼板配筋设计应同时考虑板局部弯曲和箱形转换层整体弯曲的影响。
3 箱形转换结构上、下楼板内应双层通长配筋,不宜小于φ12@200双向(钢筋HRB335级以上)。
4 箱形转换结构梁其它要求同普通转换梁。
8 筒体结构
.
8.1 筒体结构一般规定
8.1 筒体结构一般规定
8.1.1 本规定主要适用于钢筋混凝土框架一核心筒、筒中筒结构, 其他筒体结构如钢框架产钢筋混凝土筒体、型钢混凝土框架一钢筋混凝土筒体等也可参照执行。
8.1.2 筒体结构的最太适用高度应符合下表要求:
表8.1.2-1A级高度筒体结构的最大适用高度（m）
| 结构体系 | 非抗震设计 | 抗震设防烈度 | ||||
| 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | |||
| 0.20g | 0.30g | |||||
| 框架—核心筒 | 160 | 150 | 130 | 100 | 90 | 70 |
| 筒中筒 | 200 | 180 | 150 | 120 | 100 | 80 |
注：1 甲类建筑，6、7、8度时宜按本地区抗震设防烈度提高一度后符合本表的要求，9度时应专门研究； 2 9度抗震设防时，当房屋高度超过本表数值时，结构设计应有可靠依据，并采取有效的加强措施。
表8.1.2-2 B级高度筒体结构的最大适用高度（m）
| 结构体系 | 非抗震设计 | 抗震设防烈度 | |||
| 6 度 | 7 度 | 8 度 | |||
| 0.20g | 0.30g | ||||
| 框架—核心筒 | 220 | 210 | 180 | 140 | 120 |
| 筒中筒 | 300 | 280 | 230 | 170 | 150 |
注：1 甲类建筑，6、7度时宜按本地区设防烈度提高一度后符合本表的要求，8度时应专门研究； 2 当房屋高度超过表中数值时，结构设计应有可靠依据，并采取有效措施。
8.1.3 筒中筒结构高宽比不宜小于3，并宜大于4，其适用于高度不宜低于80m。对于高度不超过60m的框架—核心筒结构，可按框架—剪力墙结构设计。
8.1.4 筒体构件（剪力墙、外框筒梁、内筒连梁、楼盖）的截面设计和构造措施除应遵守本章的规定外，尚应符合相关设计规范及本措施第4、5、6章对于框架结构和框架—剪力墙结构的有关规定。
8.1.5 A级和B级高度筒体结构的抗震等级应符合表8.1.5-1
~表8.1.5-3的要求。
表8.1.5-1 A 级高度框架—核心筒结构抗震等级
| 建筑 类别 |
 |
6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | |||
| 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | 0.40g | |||
| 丙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架 | 三 | 二（三） | 二（三） | 一（二） | 一（二） | 一（二） |
| 核心筒 | 二 | 二 | 二 | 一（二） | 一（二） | 一（二） | ||
| Ⅱ类 | 框架 | 三 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | |
| 核心筒 | 二 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 三 | 二 | 二（一） | 一 | 一 | 一 | |
| 核心筒 | 二 | 二 | 二（一） | 一 | 一 | 一 | ||
| 乙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架 | 二（三） | 一（二） | 一（二） | 一 | 一 | 特一（一） |
| 核心筒 | 二 | 一（二） | 一（二） | 一 | 一 | 特一（一） | ||
| Ⅱ类 | 框架 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | 特一 | |
| 核心筒 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | 特一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 二 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | |
| 核心筒 | 二 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | ||
注：1 接近或等于高度分界时应结合房屋不规则程度及场地、地基条件适当确定抗震等级； 2 当高度不超过60m,其抗震等级允许按框架—剪力墙结构采用； 3 当建筑场地为Ⅰ类时，应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类时，宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4； 4 如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度，应采取比对应抗震等级更有效的抗震构造措施，集体方法可参考本措施2.1.4条。
表8.1.5-2 B级高度框架—核心筒结构抗震等级
| 建筑 类别 |  |
6 度 | 7 度 | 8 度 | |||
| 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | |||
| 丙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架 | 二 | 一（二） | 一（二） | 一 | 一 |
| 核心筒 | 二 | 一（二） | 一（二） | 特一（一） | 特一（一） | ||
| Ⅱ类 | 框架 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | |
| 核心筒 | 二 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一（一* ） | |
| 核心筒 | 二 | 一 | 一（特一） | 特一 | 特一 | ||
| 乙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架 | 一（二） | 一 | 一 | 特一（一） | 特一（一） |
| 核心筒 | 一（二） | 特一（一） | 特一（一） | 特一 | 特一 | ||
| Ⅱ类 | 框架 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | |
| 核心筒 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架 | 一 | 一 | 一( 特一) | 特一 | 特一 | |
| 核心筒 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | ||
注：1 接近或等于高度分界时应结合房屋不规则长度及场地、地基条件适当确定抗震等级；
2 当建筑场地为Ⅰ类时，应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类时，宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条；
3 如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度，应采取对比应抗震等级更有效的抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条。
表8.1.5-3A、B级高度筒中筒结构抗震等级
| 高度 类别 |
建筑 类别 |  |
6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | |||
| 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | 0.40g | ||||
| A 类 高 度 | 丙类 建筑 | Ⅰ类 | 内外筒 | 三 | 二（三） | 二（三） | 一（二） | 一（二） | 一 |
| Ⅱ类 | 三 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 三 | 二 | 二（一） | 一 | 一 | 一 | |||
| 乙类 建筑 | Ⅰ类 | 内外筒 | 二（三） | 一（二） | 一（二） | 一 | 一 | 特一（一） | |
| Ⅱ类 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | 特一 | |||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一（特一） | 特一 | |||
| B 类 高 度 | 丙类 建筑 | Ⅰ类 | 内外筒 | 二 | 一（二） | 一（二） | 特一( 一) | 特一（一） | |
| Ⅱ类 | 二 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | ||||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 二 | 一 | 一（特一） | 特一 | 特一 | ||||
| 乙类 建筑 | Ⅰ类 | 内外筒 | 一（二） | 特一( 一) | 特一( 一) | 特一 | 特一 | ||
| Ⅱ类 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | ||||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | ||||
注：1 接近或等于高度分界时应结合房屋不规则程度及场地、地基条件适当确定抗震等级；
2 当建筑场地为Ⅰ类时，应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地Ⅲ、Ⅳ类时，宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条；
3 如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度，应采取比对应抗震等级更有效的抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条。
8.1.6 结构扭转为主的第一自振周期T
t与平动为主的第一自振周期T
| 1 |
| 1 |
之比，对A级高度筒体结构不大于0.9，对B级高度筒体结构不大于0.85。对较高、较细的筒体结构更应严加控制。
8.2 框架—核心筒结构
8.2 框架—核心筒结构
8.2.1 框架—核心筒结构的周边柱间必须设置框架梁。
8.2.2 框架—核心筒结构的核心筒；
1 墙肢宜均匀、对称布置；
2 核心筒宜贯通建筑物全高。核心筒的宽度不宜小于筒体总高的1/12，当筒体结构设置角筒、剪力墙或增强结构整体刚度的构件时，核心筒的宽度可适当减小。
3 筒体角部附近不宜开洞，当不可避免时，筒角内壁至洞口的距离不应小于500mm和开洞墙的截面厚度；
4 筒体墙应按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录D验算墙体稳定，且外墙厚度不应小于200mm,内墙厚度不应小于160mm,必要时可设置扶壁墙；
5 筒体墙的水平、竖向配筋不应少于两排，其最小配筋率应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第7.2.17条的规定；
6 抗震设计时，核心筒的连梁宜按本技术措施8.6.1条要求配置对角斜向钢筋或交叉暗撑；
7 筒体墙的加强部位高度、轴压比限值、边缘构件设置以及截面设计，应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第7章的有关规定。
8 核心筒的外墙不宜在水平方向连续开洞，洞间墙肢的截面高度不宜小于1.2m;当洞间墙肢的截面高度与厚度之比小于4时，宜按框架柱进行截面设计。
8.2.3 抗震设计时，核心筒墙体设计应符合下列规定：
1 底部加强部位主要墙体的水平和竖向分布钢筋的配筋率均不宜小于0.30%；
2 底部加强部位角部墙体约束边缘构件沿墙肢的长度宜取墙肢截面高度的1/4，约束边缘构件范围内应主要采用箍筋；
3 底部加强部位以上角部墙体宜按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 第7.2.15条的规定设置约束边缘构件。
8.2.4 核心筒连梁的受剪截面应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第9.3.6条的要求，其构造设计应古河《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第9.3.7、9.3.8条的有关规定。
8.2.5 抗震设计时，核心筒与框架之间的楼盖宜采用梁板体系，部分楼层采用平板体系时应有加强措施。
8.2.6 抗震设计时，框架—核心筒结构除加强层及其相邻上下层外，框架部分各层地震剪力的最大值不宜小于结构底部总地震剪力的10%。当小于10%时，核心筒地震剪力应提高，且抗震构造措施应加强；任一层框架部分承担的地震剪力不应小于结构底部总地震剪力的15%。
8.2.7 当内筒偏置或结构长宽比大于2时，宜采用框架—双筒结构。
8.2.8 当框架—双筒结构的双筒间楼板开洞时，其有效楼板宽度不宜小于楼板典型宽度的50%，洞口附近楼板应加厚，采用双层双向配筋，且每层单向配筋率不应小于0.25%；双筒间楼板应按弹性进行细化分析。
8.3 筒中筒结构
8.3 筒中筒结构
8.3.1 框简结构是指建筑物周边由间距较密的框架柱(间距一般在4m左右) 及有一定刚度的裙梁组成的筒体结构。此类结构可以有内筒,称为筒中筒结构。框筒结构是空间整截面工作的,在水平力作用下,不仅平行于水平力作用方向上的框架(腹板框架）起作用,而且垂直于水平力方向上的框架(翼缘框架)也共同受力。理想筒体在水平力作用下,截面保持平面,腹板应力直线分布,翼缘应力均布。但框筒结构虽然整体受力, 却与理想筒体的受力有明显的差别,不再保持平截面变形,腹板框架柱的轴力是曲线分布的,翼缘框架柱的轴力也是不均匀分布,靠近角柱的柱子轴力大,远离角柱的柱子轴力小,这种应力分布不再保持直线规律的现象称为“剪力滞后”。
8.3.2 筒中筒结构的空间受力性能与其平面形状和构件尺寸等因素有关,平面形状宜选圆形、正多边形、椭圆形或矩形等,以圆形和正方形为最有利的平面形状,可减小外框筒的“剪力滞后”现象, 使结构更好地发挥空间作用。
8.3.3 矩形和三角形平面的“剪力滞后”现象相对较严重, 矩形平面的长宽比大于2时,外框简的“剪力滞后”更突出,应尽量避免;三角形平面切角后,空间受力性质会相应改善。外筒的切角长度不宜小于相应边长的1/8,其角部可设置刚度较大的角柱或角筒;内筒的切角长度不宜小于相应边长的1/10,切角处的简壁宜适当加厚。
8.3.4 除平面形状外,外框筒的空间作用的大小还与柱距、墙面开洞率, 以及洞口高宽比与层高与柱
距之比等有关,矩形平面框筒的柱距越接近层高、墙面开洞率越小,洞口高宽比冒层高和柱距之比越接
近, 外框筒的空间作用越强。矩形平面的柱距,以及墙面开洞率的最大限值应符合下列规定:
1 柱距可取4m左右;
2 洞口面积不宜大于墙面面积的60%,洞口高宽比宜与层高与柱距之比值相近;
3 外框筒粱的截面高度可取柱净距的1/4左右;
说明: 某些资料称,框筒结构的柱间显巨不宜大于4m,这种限制过严。事实上, 如果柱间距大于4m,只要窗裙梁有足够刚度,也能够形成框筒的立体作用。例如香港的中环大厦(78层),平面为切角三角形,柱距4.6m,柱截面(底部)为1m×1m。香港虽不考虑抗震,但风荷载很大,高层建筑的基底剪力比按抗震8度设防时还要大。
8.3.5 由于外框筒在侧向荷载作用下的“剪力滞后”现象,角柱的轴向力约为邻柱的l
~2倍,为了减小各层楼盖的翘曲,角柱的截面可适当放大,可取中柱的1
~1.5倍,必要时可采用L形角墙或角筒。
8.3.6 筒体结构当设置内筒时:
1 墙肢宜均匀、对称布置;
2 内筒的宽度可取高度的1/12
~1/15, 如有另外的角筒或剪力墙时, 内筒的边长可适当减小。内筒宜贵通建筑物全高,竖向刚度宜均匀变化。
3 筒俸角部附近不宜开洞, 当不可避免时, 筒角内壁至洞口的距离不应小于500mm和开洞墙的截面厚度;
4 筒体墙应按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录D验算墙体稳定,且外墙厚度不应小于200mm,内墙厚度不应小于160mm。必要时可设置扶壁柱或扶壁墙;
5 筒体墙的水平、竖向配筋不应少于两排, 其最小配筋率应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010有关规定;
6 内筒的外墙不宜在水平方向连续开洞, 洞间墙肢的截面高度不宜小于1.2m; 当洞间墙肢的截面高度与厚度之比小于4时,宜按框架柱进行截面设计。
7 抗震设计时, 内筒的连梁宜按本技术措施8.6.1条要求配置对角斜向钢筋或交叉暗撑;
8 筒体墙的加强部位高度、轴压比限值、边缘构件设置以及截面设计,应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第7章和本措施第5章的有关规定。
8.4 带加强层的筒体结构
8.4 带加强层的筒体结构
8.4.1 当框架—核心筒、筒中筒结构的侧向刚度不能满足要求时，可利用建筑避难层、设备层空间，设置适宜刚度的水平伸臂构件，形成带加强层的高层建筑结构。必要时，加强层也可同时设置周边水平环带构件。水平伸臂构件、周边环带构件可采用斜腹杆桁架、实体梁、箱形梁、空腹桁架等形式。
8.4.2 加强层的水平伸臂构件宜布置在核心筒墙与外框架柱之间，并应在核心筒内连续贯通。加强层内设置水平伸臂构件的同时再沿外围框架布置周边环带，对减少位移的作用不明显，但可减少柱的剪力滞后。
8.4.3 应合理设计加强层的数量、刚度和设置位置。当布置1个加强层时，可设置在0.6倍房屋高度附近；当布置2个加强层时，可分别设置在顶层和0.5房屋高度附近；当布置多个加强层时，宜沿竖向从顶层向下布置，并应注意靠近底部的加强层作用不大。
8.5 带托柱转换层的筒体结构
8.5 带托柱转换层的筒体结构
8.5.1 底部带转换层的B级高度筒中筒结构,当外筒框支层以上采用壁式框架时,其最大适用高度应比表8.1.2-2规定的数值适当降低。
8.5.2 抗震设计时,带托柱转换层的筒体结构的外围转换柱与内筒、核心筒的间距不宜大于12m。
8.5.3 托柱转换层结构转换构件采用桁架时, 转换桁架斜腹杆的交点、空腹桁架的竖腹杆宜与上部密柱的位置重合;转换桁架的节点应加强配筋及构造措施。
8.5.4 带托柱转换层的筒体结构,其转换柱和转换梁的抗震等级按部分框支剪力墙结构中的框支框架选用。
8.5.5 其它筒体结构转换层相关抗震设计要求尚应符合《建筑抗震设计规范》GB5001l-2010附录E相关规定要求。
8.6 筒体结构构造要求
8.6 筒体结构构造要求
8.6.1 跨高比不大于2的框筒梁和内筒连梁宜增配对角斜向钢筋，跨高比不大于1的框筒梁和内筒连梁宜采用交叉暗撑；交叉暗撑应承受全部剪力。当梁内设置交叉暗撑时，梁宽不宜小于400mm;详5.3。节相关要求。
8.6.2 外框筒梁和内筒连梁的构造配筋应符合下列要求：
1 非抗震设计时，箍筋直径不应小于8mm，间距不应大于150mm;抗震设计时，箍筋直径不应小于10mm.间距不应大于100mm,且沿梁长不变；当梁内设置交叉暗撑时，箍筋间距不应大于200mm;
2 框筒梁上、下纵向钢筋的直径均不应小于16mm,腰筋的直径不应小于10mm,腰筋间距不应大于200mm。
8.6.4 筒体结构的楼盖外角宜设置双层双向钢筋（图8.6.4），单层单向配筋率不宜小于0.3%，钢筋的直径不应小于8mm,间距不应大于150mm,配筋范围不宜小于外框架（或外筒）至内筒外墙中距的1/3和3m。
9 板柱结构及板柱 – 剪力墙结构
.
9.1 板柱结构及板柱—剪力墙结构一般规定
9.1 板柱结构及板柱—剪力墙结构一般规定
9.1.1
板柱结构适用于多层非抗震设计的建筑，板柱—剪力墙结构适用于多层、高层非抗震设计且抗震设防烈度不超过8
度的建筑。比较经济的板的跨度，采用平板时，跨度不宜大于7m,
有柱帽时不宜大于9m,
采用预应力时不宜大于12m;
密肋板和空心板时为7
~10m
。其最大适用高度，应符合表9.1.1
的规定。当房屋高度超过本表数值时，结构设计应有可靠依据，并应采取有效的加强措施。
表9.1.1 板柱结构及板柱—剪力墙结构的最大适用高度（m）
| 结构类型 | 非抗震设计 | 抗震设计 | |||
| 6 度 | 7 度 | 8 度 | |||
| 0.20g | 0.30g | ||||
| 板柱结构 | 20 | — | — | — | — |
| 板柱—剪力墙结构 | 110 | 80 | 70 | 55 | 40 |
注：平面和竖向不规则的高层建筑结构，其最大适用高度应适当降低。
9.1.2
抗震设计时，板柱—剪力墙结构抗震等级见表9.1.2
。
表9.1.2 板柱—剪力墙结构的抗震等级
|
建筑 类别 |
设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | ||||||||
| 基本地震加速度 | 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | 0.30g | |||||||
| 场地类别 |  |
≤35 | ＞35 | ≤35 | ＞35 | ≤35 | ＞35 | ≤35 | ＞35 | ≤35 | ＞35 | |
| 丙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架、板柱的柱 及柱上板带 | 三 | 二 | 二 （三） | 二 | 二 （三） | 二 | 一 （二） | 一 （二） | 一（二） | 一（二） |
| 剪力墙 | 二 | 二 | 二 | 一 （二） | 二 | 一 （二） | 二 | 一 | 二 | 一 | ||
| Ⅱ类 | 框架、板柱的柱 及柱上板带 | 三 | 二 | 二 | 二 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | |
| 剪力墙 | 二 | 二 | 二 | 一 | 二 | 一 | 二 | 一 | 二 | 一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架、板柱的柱 及柱上板带 | 三 | 二 | 二 | 二 | 二 （一） | 二 （一） | 一 | 一 | 一 （一* ） | 一 （一* ） | |
| 剪力墙 | 二 | 二 | 二 | 一 | 二 | 一 | 二 | 一 | 二 （二* ） | 一 （一* ） | ||
| 乙 类 建 筑 | Ⅰ类 | 框架、板柱的柱 及柱上板带 | 二 （三） | 二 | 一 （二） | 一 （二） | 一 （二） | 一 （二） | 特一 （一） | 特一 （一） | 特一 （一） | 特一 （一） |
| 剪力墙 | 二 | 一 （二） | 二 | 一 | 二 | 一 | 一 （二） | 特一 （一） | 一 （二） | 特一 （一） | ||
| Ⅱ类 | 框架、板柱的柱 及柱上板带 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | |
| 剪力墙 | 二 | 一 | 二 | 一 | 二 | 一 | 一 | 特一 | 一 | 特一 | ||
| Ⅲ、Ⅳ类 | 框架、板柱的柱 及柱上板带 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 （特一） | 一 （特一） | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | |
| 剪力墙 | 二 | 一 | 二 | 一 | 二 （一） | 一 （特一） | 一 | 特一 | 一 （特一） | 特一 | ||
注：1
接近或等于高度分界时应结合房屋不规则程度及场地、地基条件适当确定抗震等级； 2 当建筑场地为Ⅰ类时，应允许按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类时，宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条； 3 如果房屋高度超过提高一度后对应的房屋最大适用高度，应采取对比应抗震等级更有效的抗震构造措施，具体方法可参考本措施2.1.4条。
9.1.3
建筑设计应符合抗震概念设计的要求，不规则的建筑方案应按规定采取加强措施；特别不规则的建筑方案应进行专门研究和论证，采取特别的加强措施；不应采用严重不规则的建筑方案。
9.1.4
板柱结构、板柱—剪力墙结构的平面布置，宜符合下列要求： 1
结构布置宜均匀、对称，刚度中心与质量中心宜重合。 2
板柱结构每方向单列柱数不宜少于3
根。 3
抗震设计时，板柱—剪力墙结构两主轴方向均应布置剪力墙。 4
为减少边跨跨中弯矩和柱的不平衡弯矩，可将沿周边的楼板伸出边柱外侧形成悬挑，伸出长度（从板边缘至外柱中心）不宜超过板沿伸出方向跨度的0.4
倍；当楼板不伸出边柱外侧时，在板的周围应设边梁，边梁截面高度不应小于板厚的2.5
倍。边梁应与半个柱上板带共同承受弯矩、剪力和扭矩进行设计，并满足各最小配筋率的要求。
9.1.5
板柱—剪力墙结构中剪力墙的布置宜符合下列要求： 1
剪力墙厚度不应小于180mm
；房屋高度大于12m
时，墙厚不应小于200mm
。 2
剪力墙宜均匀布置在建筑物的楼梯间、电梯间、平面形状变化及恒载较大的部位，剪力墙不宜过分集中，间距不宜过大。 3
平面形状凹凸较大时，宜在凸出部分的端部附近设置剪力墙。 4
纵、横剪力墙宜组成L
形、T
形和[
形等型式，避免采用单片短肢剪力墙，少数不能避免时，应满足《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
第7.2.2
条及本措施第5
章有关短肢剪力墙的设计要求。 5
剪力墙不宜过长，每道剪力墙底部承担的水平剪力不宜超过结构底部总水平剪力的30%
。 6
剪力墙宜贯通建筑的全高，宜避免刚度突变；剪力墙开洞时，洞口宜上下对齐。 7
抗震设计时，剪力墙的布置宜使结构各主轴方向的侧向刚度接近。
9.1.6
剪力墙的布置宜符合下列要求: 1
无大洞的楼（屋）盖剪力墙之间的间距宜满足表9.1.6
的要求，超过时，应计入楼盖平面内变形的影响；当这些剪力墙之间的楼盖有较大开洞时，表中的数值应适当减小； 2
纵向剪力墙不宜集中布置在房屋的两尽端。
表9.1.6 剪力墙间距（m）
| 楼盖形式 | 非抗震设计 （取较小值） | 抗震设防烈度 | |
| 6 度、7 度（取较小值） | 8 度（取较小值） | ||
| 现浇 | 5.0B ，60 | 4.0B,50 | 3.0B,40 |
注：表中B
为剪力墙之间的楼盖宽度，单位为m
；
9.1.7
当墙边或梁边有较大洞口时，应采取有效的构造措施，以保证侧向水平力能可靠地传递至剪力墙或梁上。
9.1.
8
板柱结构、板柱—剪力墙结构不应有错层，不宜出现短柱。对楼梯间等可能出现的局部短柱，应采取切实可靠的加强措施。
9.1.9
板柱—剪力墙结构的结构布置、计算分析、截面设计及构造要求等除应符合本章的规定外，尚应分别符合现行规范及本措施对框架结构、框架—剪力墙结构的有关规定。
9.2 板柱结构及板柱—剪力墙结构计算要点
9.2 板柱结构及板柱—剪力墙结构计算要点
9.2.1 板柱结构、板柱—剪力墙结构在垂直荷载和水平荷载作用下的内力及位移计算,宜优先采用有限元空间模型的计算方法,也可采用等代框架杆系结构有限元法或其他计算方法。
9.2.2 板柱结构、板柱—剪力墙结构的承重柱应按双向偏心受压构件进行截面设计。当按单向计算结构的水平地震作用时,其内力应取地震作用下一个方向为l00%和另一个方向为30%的内力与其他荷载作用下内力的组合值。
9.2.3 符合下列条件时,在垂直荷载作用下板柱结构的平板和密肋板的内力可用经验系数法计算:
1 活荷载为均耐载,旦不大于恒载的3倍;
2 每个方向至少有3个连续跨;
3 任一区格内的长边与短边之比不大于1.5;
4 同一方向上的最大跨度与最小跨度之比不大于1.2。
9.2.4 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,然后按表9.2.4确定柱上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：
Mx=qly(lx-2C/3)[sup]2[/sup]/8 (9.2.4-1)
对Y方向板的总弯矩设计值,按下式计算:
My=qlx(ly-2C/3)2/8 (9.2.4-2)
式中 q——垂直荷载设计值; l
x、l
y——等代框架梁的计算跨度,即柱中心线之间的距离； C——柱帽在计算弯矩方向的有效宽度,见图9.2.4;无柱幅时,取C=柱截面宽度。
表9.2.4 柱上板带和跨中板带弯矩分配值（表中系数乘Mx或My）
| 截面位置 | 柱上板带 | 跨中板带 |
| 端跨： 边支座截面负弯矩 跨中正弯矩 第一个内支座截面负弯矩 | 0.33 0.26 0.50 | 0.04 0.22 0.17 |
| 内跨： 支座截面负弯矩 跨中正弯矩 | 0.50 0.18 | 0.17 0.15 |
注：1 在总弯矩量不变的条件下，必要时允许将柱上板带负弯矩的10%分配给跨中板带。 2 本表为无悬挑板时的经验系数，有较小悬挑板时仍可采用。当悬挑板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。 3 计算柱板上板带负弯矩时，其配筋计算的h0应取柱帽或托板的有效厚度，并应验算变截面处得承载力。
9.2.5 按经验系数法计算时，板柱节点处上柱和下柱弯矩设计值之和Mc可采用以下数值：
中柱：M
c=0.25Mx(My) (9.2.5-1)
边柱：M
c=0.40Mx(My) (9.2.5-2)
式中
M
x
(M
y
)—按本措施第9.2.4条计算的总弯矩设计值。 中柱或边柱的上柱和下柱的弯矩设计值可根据式（9.2.5-1）或（9.2.5-2）的值按其线刚度分配。
9.2.6 按其他方法计算时，柱上端和柱下端弯矩设计值取实际计算结构。当有柱帽时，柱上端的弯矩设计值取柱刚域边缘处的值。
9.2.7 当不符合第9.2.3条规定时，在垂直荷载作用下，柱板结构的平板和密肋板可采用等代框架法计算其内力： 1 等代框架的计算宽度，取垂直于计算跨度方向的两个相邻平板中心线的间距； 2 有柱帽的等代框架梁、柱的线刚度，可按现行国家标准《钢筋混凝土升板结构技术规程》GBJ130-90的有关规定确定； 3 计算中纵向和横向每个方向的等代框架均应承担全部作用荷载； 4 计算中宜考虑活荷载的不利组合。
9.2.8 按等代框架计算垂直荷载作用下板的弯矩，当平板与密肋板的任一区格长边与短边之比不大于2时，可按表9.2.8的规定分配给柱上板带和跨中板带；有柱帽时，其支座负弯矩宜取刚域边缘处的值，除边支座弯矩和边跨和边跨中弯矩外，分配到各板带上的弯矩应乘以0.8的系数。
表9.2.8 柱上板带和跨中板带弯矩分配比例（%）
| 截面位置 | 柱上板带 | 跨中板带 |
| 内跨： 支座截面负弯矩 跨中正弯矩 |
75 |
25 45 |
| 端跨： 第一个内支座截面负弯矩 跨中正弯矩 边支座截面负弯矩 | 75 55 90 | 25 45 10 |
注：在弯矩量不变的条件下，必要时允许将柱上板带负弯矩的10%分配给跨中板带。
9.2.9 当采用等代框架—剪力墙结构杆系有限元法计算时，其板柱部分可按板柱结构等代框架法确定等代框架梁的计算宽度及等代框架梁、柱的线刚度。
9.2.10 水平荷载作用下，板柱结构的内力及位移，应沿两个主轴方向分别进行计算。当柱网较为规则、板面无大的集中荷载和大开孔时，可按等代框架法进行计算，其等代梁的宽度宜采用非垂直于等代平面框架方向两侧柱距各1/4。
9.2.11 抗风设计时，板柱—剪力墙结中各层筒体或剪力墙应能承担不小于80%相应方向该层承担的风荷载作用下的剪力，各层板柱和框架部分应能承担不少于各层相应方向全部风荷载作用下剪力的20%。抗震设计时，房屋高度不超过12m的板柱—剪力墙结构，各层筒体或剪力墙宜承担结构的全部地震作用，各层板柱和框架部分应能承担不少于本层相应方向全部风荷载作用下剪力的20%。抗震设计时，房屋高度不超过12m的板柱—剪力墙结构，各层筒体或剪力墙宜承担结构的全部地震作用，各层板柱和框架部分应能承担不少于本层地震剪力的20%；房屋高度大于12m的板柱—剪力墙结构，各层筒体或横向及纵向剪力墙应能承担该方向全部地震作用，各层板柱和框架部分应能承担不少于各层相应方向地震剪力的20%。
9.2.12 板柱结构、板柱—剪力墙结构中的等代框架梁、柱、墙、节点的内力设计值，除应符合本章的有关规定外，还应符合现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB50011-2010中框架结构或框架—剪力墙结构的有关规定。
9.2.13 板柱结构、板柱—剪力墙结构应有足够的抗侧刚度，在地震作用下其弹性层间位移和薄弱层（部位）的弹塑性层间位移均应符合现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010中框架结构或框架—剪力墙结构的有关规定。
9.2.14 密肋板的肋间距、高度、宽度及面板厚度符合构造要求时，其内力可采用T形截面特征按平板计算。
9.2.15 板面有集中荷载时，其配筋应由计算确定。当楼板上某区格内的集中荷载设计值不大于该区格内均布或荷载设计值总量的10%时，可折算为均布活荷载设计值进行计算。
9.3 抗冲切计算
9.3 抗冲切计算
9.3.1 为增强板柱节点的抗冲切承载力,可采用下列方法:
1 冲切力较大时,将板柱节点附近板的厚度局部力加厚,形成柱帽或托板(图9.4.9)；
2 配置抗冲切栓钉(图9.4.10-1、图9.4.10-2)；
3 在板柱节点附近板内配置抗冲切箍筋(图9.4.11-l或抗冲切弯起钢筋(图9.4.11-2);
4 配置互相垂直并通过柱子截面的由型钢(工字钢、槽钢等)焊接而成的型钢剪力架(图9.3.6)。
9.3.2 板柱节点在垂直荷载、水平荷载作用下的受冲切承载力计算,应考虑板柱节点冲切破坏临界截面上的传递不平衡弯矩所产生的剪应力。其集中反力设计值,应以等效集中反力设计值代替。等效集中反力设计值可按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010附录F的规定计算。
抗震设计时,节点处地震作用下的不平衡弯矩引起的冲切反力应乘以增大系数,抗震等级为一、二、三级板柱的增大系数分别取1.7、1.5、l.3。
9.3.3 在竖向荷载、水平荷载作用下不配置抗冲切钢筋的板，其受冲切承载力应符合下列规定（图9.3.3-1）：
无地震作用组合时：
Fl≤（0.7βhft+0.25σpc,m)ηumh0 (9.3.3-1)
有地震作用组合时：
Fl,eq≤(0.7βhft+0.25σpc,m)ηumh0/γRE
(9.3.3-2)
式（9.3.3-1）、式（9.3.3-2）中的系数η，应按下列两个公式计算，并取其较小值：
式中
F
l－－局部荷载设计值或集中反力设计值；对板柱结构的节点，取柱所承受的轴向压力设计值的层间差值减去冲切破坏椎体范围内板所承受的荷载设计值。
F
l,eq－－等效集中反力设计值，当有不平衡弯矩时，可按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010附录F的规定计算。
β
h－－截面高度影响系数；当h≤800mm时，取
β
h=1.0;当h≥2000mm时，取
β
h=0.9,其间按线性内插法取用；
f
t－－混凝土轴心抗拉强度设计值；
σ
pc,m－－计算截面周长上两个方向混凝土有效预压应力按长度的加权平均值，其值宜控制在1.0N/m
㎡~3.5N/
㎡范围内；
h
0－－截面有效高度，取两个配筋方向的截面有效高度的平均值；
η
1－－局部荷载或集中反力作用面积形状的影响系数；
η
2－－临界截面周长与板截面有效高度之比的影响系数；
β
s－－局部荷载或集中反力作用面积为矩形时的长边与短边尺寸的比值，
β
s不宜大于4；当
β
s＜2时，取
β
s=2；当面积为圆形时，取
β
s=2；
α
s－－板柱结构中柱类型的影响系数；对中柱，取
α
s=40,对边柱，取
α
s=30;对角柱，取
α
s=30
γ
RE－－承载力抗震调整系数，取0.85。
u
m－－临界截面的周长，具体规定如下:
1) 临界截面是指冲切最不利的破坏椎体底面与顶面线之间的平均周长处板的冲切截面。其中：① 对等后半为垂直于板中心平面的截面；
②对变高度板为垂直于板受拉面的截面。
2）临界截面的周长是指：
①对矩形截面或其他凸角形截面柱，是距离局部荷载或集中反力作用面积周长
h
0/2处板垂直截面最不利周长；
②对凹角形截面柱（异形截面柱），宜选择周长
u
m的形状呈凸角折线，其折角不能大于180°，由此可得到最小周长，此时在局部周长区段力柱边的距离允许大于
h
0/2.
常见的复杂集中反力作用下的冲切临界截面，如图9.3.3-2所示。
3）当板开有孔洞且孔洞至局部荷载或集中反力作用面积边缘的距离不大于6
h
0时，受冲切承载力计算中取用的临界周长
u
m,应扣除局部荷载或集中反力作用面中心至开孔外边画出两条切线之间所包含的长度。邻近自由边时，应扣除自由边的长度，见图9.3.3-3。
9.3.4 在竖向荷载、水平荷载作用下，当板柱节点板的受冲切承载力不满足式（9.3.3-1）或式（9.3.3-2）的要求且板厚受到限制时，可配置抗冲切栓钉（图9.4.11-1、9.4.11-2）或抗冲切箍筋（图9.4.12-1）。此时，应符合下列规定：1 板的受冲切截面应符合下列条件：
无地震作用组合时
： Fl≤1.2ftηu[sub]m[/sub]h0 (9.3.4-1)
有地震作用组合时：
Fl,eq≤1.2ftηumh0/ γRE (9.3.4-2)
2 配置抗冲切栓钉或箍筋的板抗冲切承载力可按下式计算：
1）无地震作用组合时：
Fl≤0.5ftηumh0+0.8fyvAsvu (9.3.4-3)
2）有地震作用组合时：
Fl,eq≤（0.3ftηumh0+0.8fyvAsvu）/γRE （ 9.3.4-4）
式中
A
svu——与呈45°冲切破坏椎体斜截面相交的全部栓钉或箍筋的截面面积；
f
yv——栓钉或箍筋的抗拉强度设计值，按《混凝土结构设计规范》GB 50010-2010采用。
3 对配置抗冲切钢筋的冲切破坏椎体以外的截面，尚应按式（9.3.3-1）或式（9.3.3-2）的要求进行受冲切承载力验算。此时，临界截面周长
u
m应取配置抗冲切钢筋的冲切破坏椎体以外0.5
h
0处的最不利周长。
9.3.5 在竖向荷载、水平荷载作用下，当板柱节点的受冲切承载力不满足式（9.3.3-1）的要求且板厚受到限制时，也可在板中配置抗冲切弯起钢筋。此时，应符合下列规定：
1 板的受冲切截面控制条件应符合式（9.3.4-1）的规定；
2 受冲切承载力可按下列公式计算：
1） 无地震组合时：
F
l≤0.5ftηumh0+0.8fyvAsbu
sinα (9.3.5)式中
A
sbu——与呈45°冲切破坏椎体斜截面相交的全部抗冲切弯起钢筋截面面积；
f
y——弯起钢筋抗拉强度设计值。
α——弯起钢筋与板底的夹角。
2）抗震设计时，不宜采用配置弯起钢筋抗冲切。3 对配置抗冲切弯起钢筋的冲切破坏椎体以外的截面，尚应按式（9.3.3-1）要求进行受冲切承载力验算。
9.3.6 在竖向荷载、水平荷载作用下，当板柱节点的受冲切承载力不满足式（9.3.3-1）或式（9.3.3-2）的要求且板厚受到限制时，还可在板中配置抗冲切型钢剪力架。此时。应符合下列规定：
1 型钢剪力架的型钢高度不应大于其腹板厚度的70倍；剪力架每个伸臂未端可削成与水平呈30°
~60°的斜角；型钢的全部受压翼缘应位于距混凝土板的受压边缘0.3h0范围内；
2 型钢剪力架每个伸臂的刚度与混凝土组合板换算截面刚度的比值
α
a 应符合下列要求：
αa ≥0.15 (9.3.6-1)
αa =EaIa/(EcIo,cr) (9.3.6-2)
式中
I
a——型钢截面惯性距；
I
o,cr——混凝土组合板裂缝的换算截面惯性矩；
E
a
、E
c——分别为剪力架和混凝土的弹性模量。
计算惯性距
I
o,cr时，按型钢和钢筋的换算面积以及混凝土受压区的面积计算确定，此时组合板截面宽度取垂直于所计算弯矩方向的柱宽
b
c与板有效高度
h
0之和。
3 工字钢焊接剪力架伸臂长度可由下列近似公式确定（图9.3.6（a));
um,de≥Fl,eq/(0.7ftηho) (9.3.6-4)
上式中的系数n,应取式(9.3.3-3)、式 (9.3.3-4) 两者中的较小值。
式中
u
m,de—— 设计截面周长, 按图9.3.6所示计算确定;
F
l,eq——距柱周边
h
0/2 处的等效集中反力设计值;
b
c——柱计算弯矩方向的边长。
槽钢焊接剪力架的伸臂长度可按(图9.3.6(b) 所示的设计截面周长, 用与工字钢焊接剪力架相似方法确定。
4 剪力架每个伸臂根部的弯矩设计值及受弯承载力应满足下列要求:
Mde/W≤fa (9.3.6-6)
式中 h
a
——剪力架每个伸臂型钢的全高;
h
c
——计算弯矩方向的柱子尺寸
;
n——型钢剪力架相同伸臂的数目;
W——型钢剪力架截面受拉边缘的弹性抵抗矩;
f
a
——钢材的抗拉强度设计值,按现行囤家标准《钢结构设计规范》GB50017-2003有关规定取用。
5 配置型钢剪力架板的冲切承载力应满足下列要求:
Fl≤1.2f1ηumh0 (9.3.6-7)
6 配置型钢剪力架时, 对板及柱内钢筋的配置影响较大, 不如栓钉及箍筋有利。
9.4 构造要求
9.4 构造要求
9.4.1 板柱结构、板柱—剪力墙结构的混凝土强度等级，均不宜低于C30。
9.4.2 双向无梁板平板最小厚度不应小于150mm,配置抗冲切栓钉、抗冲切钢筋或型钢剪力架时，板的厚度不应小于200mm。
9.4.3 无梁板可根据承载力和变形要求采用托板或平板，7度抗震设计时宜采用有托板或柱帽的板柱节点，8度抗震设计时应采用有托板或板柱的节点。当采用板柱或柱帽时，托板或柱帽的几何尺寸应根据板的抗冲切承载力按计算确定，当有受弯要求时，托板或柱帽的边长不宜小于板跨度的1/6,当有受弯承载力要求时，托板或柱帽根部的厚度不宜小于1/4无梁板的厚度。
9.4.4 板柱结构、板柱—剪力墙结构中的柱截面较小边长不应小于400mm,柱的剪跨比应大于2，柱截面高度与宽度的比值不宜大于3。
9.4.5 抗震设计时，板柱—剪力墙结构的边框设置，应符合下列要求：
1 带边框剪力墙应设置边框柱。边框柱截面宜与该榀板柱的其他柱截面相同，混凝土强度等级与剪力墙相同；
2 剪力墙截面宜按“工”字形设计，其端部的纵向受力钢筋应配置在边框柱截面内；边框柱应符合现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010有关框架柱构造配筋的规定；剪力墙底部加强部位边框柱的箍筋宜沿全高加密；当带边框剪力墙上的洞口紧邻边框柱时，边框柱的箍筋宜沿全高加密。
3 剪力墙的水平钢筋应全部锚入边框柱内，锚固长度不应小于
l
a(非抗震设计）或
l
aE（抗震设计）；
4 有边框柱时，墙体在楼盖处宜设置暗梁，暗梁的截面高度不宜小于墙厚和400mm的较大值，暗梁的配筋可按构造配置且应符合一般框架梁相应抗震等级的最小配筋要求。
9.4.6 板柱—剪力墙结构中，剪力墙的竖向及水平分布钢筋的配筋率，抗震设计时均不应小于0.25%，钢筋直径不宜小于10mm,间距不宜大于300mm;非抗震设计时均不应小于0.2%，两者皆应双排双向布置。每排分布钢筋之间应设置拉筋拉接，拉筋直径不应小于6mm,间距不应大于600mm。
9.4.7 剪力墙开洞应符合下列要求：
1 当剪力墙墙面开有非连续的小洞口（其各边长度不大于800mm),且在整体计算中不考虑其影响时，应将洞口处被截断的分布筋分别集中布置在洞口上、下和左、右两边，且每测补强钢筋不应少于2φ12。
2 当剪力墙墙面开有宽度超过800mm的洞口时，洞口边缘至边框柱的净距不宜小于洞口高度的1/4；洞口顶边至边框梁顶面的距离不宜小于层高的1/5，且不宜小于0.75倍洞口宽度，洞口面积不宜大于柱距与层高乘积的0.16，洞边应设置构造边缘构件或约束边缘构件。
9.4.8 板柱结构、板柱—剪力墙结构中，板的构造应符合下列规定：
1 抗震设计时无柱帽的板柱—剪力墙结构应在柱上板带中设置暗梁，抗震设计时有柱帽以及非抗震设计无柱帽的板柱—剪力墙结构宜在柱上板带中设置暗梁。按梁宽度可取柱宽度以外各1.5倍板厚，暗梁配筋应符合下列规定（图9.4.8-1）。
1）暗梁支座上部纵向钢筋面积应不小于柱上板带上部钢筋总截面面积的1/2，并应符合9.4.12条要求，且下部钢筋不宜小于上部钢筋的1/2。纵向钢筋应全跨拉通，其直径宜大于暗梁以外板钢筋的直径，但不宜大于柱截面相应边长的1/20，间距不宜大于300mm。
2）暗梁箍筋的布置，当计算不需要时，直径不应小于8mm,间距不宜大于3
h
0/4，肢距不宜大于2
h
0；当计算需要时应按计算确定，且直径不应小于10mm,间距不宜大于
h
0/2，肢距不宜大于1.5
h
0。
2 无柱帽板的配筋及最小延伸长度可按图9.4.8-2处理；当相邻跨长不同时，负弯矩钢筋按图9.4.8-2从支座的延伸长度，应以长跨为依据；柱上板带的板底钢筋，搭接做法见图9.4.8-2；采用搭接时钢筋端部宜有垂直于板面的弯钩。 3 边、角区格的边支座负筋，应满足在边梁内的抗扭锚固长度。 4 抗震设计时,柱上板带的板底钢筋可在距柱面为2倍纵筋锚固长度以外搭接, 钢筋端部宜有垂直于板面的弯钩。
注：1
l
aE为钢筋锚固长度；
l
0为净跨度。 2 跨中板带底部正钢筋应放在柱上板带正钢筋上面。 3 本图未表示按规定的暗梁配筋构造。 4 图中钢筋的长度应符合下表要求。
| b | c | d | e |
| 0.20 l 0 | 0.22 l 0 | 0.30 l 0 | 0.33 l 0 |
9.4.9 设置板柱或柱帽时，托板底部应布置构造钢筋；计算柱上板带的支座钢筋时，可考虑托板厚度的有利影响。托板或柱帽钢筋构造要求见图9.4.9。
9.4.10 在混凝土板中配置栓钉，应符合下列构造要求： 1 混凝土板的厚度不应小于200mm； 2 栓钉的锚头可采用方形或圆形板，其面积不小于栓钉截面面积的10倍； 3 锚头板和底部钢条板的厚度不小于0.5d，钢条板的宽度取2.5d,d为栓钉的直径(图9.4.10-2(a))； 4 里圈栓钉与柱面之间的距离取
s
0=50mm(图9.4.10-1）： 5 栓钉圈与圈之间的径向距离s不大于0.35
h
0； 6 按计算所需的栓钉应配置在与45°冲切破坏锥面相交的范围内，此外尚应按相同间距从计算不需要栓顶的截面再向外延长
h
0（图9.4.10-2（b)); 7 栓钉的最小混凝土保护层厚度与纵向受力钢筋相同；栓钉的混凝土保护层不应超过最小混凝土保护层厚度与纵向受力钢筋直径之半的和（图9.4.10-2（c))。
1—柱；2—板边
（a) 栓钉大样; (b) 用栓钉作抗冲切钢筋 (C) 栓钉混凝土保护层
1-顶部面积≥10倍栓钉截面面积；2—焊接；3—冲切破坏锥面；
4-栓钉；5-受弯钢筋；6-底郜钢冬板
9.4.11 混凝土板中配置抗冲切箍筋或弯起钢筋时，尚应符合下列构造要求； 1 按计算所需的箍筋及相应的架立钢筋应配置在于45°冲切破坏椎体体面相交的范围内，此外尚应按相同的箍筋直径和间距从计算不需要箍筋的截面再向外延长h0。箍筋宜为封闭式，并应箍住架立钢筋和主筋。直径不应小于6mm,间距不应大于1/3h0（图9.4.11-1）。
抗冲切箍筋宜和暗梁箍筋结合配置，箍筋肢数不应小于4肢。 2 按计算所需的弯起钢筋可由一排或两排组成，其弯起角可根据板的厚度在30°
~50°之间选取，弯起钢筋的倾斜段应与冲切破坏斜截面向交，其交点应在离局部荷载或集中反力作用面积周边以外（1/2
~2/3)h范围内。弯起钢筋直径不应小于12mm,且每一方向不应少于3根（图9.4.11-2）。
9.4.12 板柱—剪力墙结构中，沿两个主轴方向通过柱截面的板底连续钢筋的总截面面积应符合下式要求：
As≥Nc/fy (9.4.13)
式中
A
s－－板底两个方向连续钢筋的总截面面积；
N
c－－在该层楼面重力荷载代表值作用下的柱轴向压力设计值；8度抗震设计时尚宜计入竖向地震作用的影响；
f
y－－通过柱截面的板底连续钢筋的抗拉强度设计值。
9.4.13 抗震设计时，采用预应力楼板的板柱—剪力墙结构，楼板的纵向受力钢筋应以非预应力钢筋为主，部分预应力钢筋主要用做提高楼板刚度和抗裂能力。 部分预应力钢筋主要用做提高楼板刚度和抗裂能力。
9.4.14 无梁楼板允许开局部洞口，但应满足承载力及刚度要求。当板柱抗震等级不高于二级，且在板的不同部位开单个洞的大小符合图9.4.14的要求时，一般可不作专门分析弱。若在同一部位开多个洞时，则在同一部位开多个洞时，则在同一截面上各个洞宽之和不应大于该部位单个洞的允许宽度。所有洞边均应设置等量补强钢筋。
当抗震等级为一级时，按梁范围内不应开洞，柱上板带相关共有区域尽量不开洞，一个柱上板带与一个跨中板带共有区域也不宜开较大洞。
注：洞1：a≤A
1/8及300mm,b≤B
1/8及300mm; 洞2：a≤A
2/4,b≤B
1/4; 洞3：a≤A
2/4,b≤B
2/4; 阴影范围尽量不开洞。
10 异形柱结构
.
10.1 异形柱结构的一般规定
10.1 异形柱结构的一般规定
10.1.1
异形柱指截面几何形状为L
、T
、十字形，且其截面各肢的肢长与肢厚之比不大于4
的柱。其截面分为有对称轴及无对称轴两类。
10.1.2
异形柱结构可采用框架结构体系和框架—剪力墙结构体系。其中的框架柱根据建筑布置的可行及结构受力的需要可全部采用异形柱，也可部分采用一般框架柱。异形柱结构的柱、梁、剪力墙均应采用现浇法施工。
10.1.3
异形柱结构主要适用于多层、小高层住宅建住宅。其填充墙应优先采用轻质墙体材料，填充墙厚度应与异形柱的肢厚协调一致。异形柱结构中不应采用部分由砌体墙承重的混合结构形式。抗震设计时，异形柱结构不应采用多塔、连体等复杂结构形式。
10.1.4
异形柱结构房屋最大适用高度应符合表10.1.4
的要求。
表10.1.4 异形柱结构适用的房屋最大高度（m）
| 结构体系 | 非抗震设计 | 抗震设计 | |||
| 6 度 | 7 度 | 8 度 | |||
| 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | ||
| 框架结构 | 24 | 24 | 21 | 18 | 12 |
| 框架—剪力墙结构 | 45 | 45 | 40 | 35 | 28 |
注：1
房屋高度指室外地面至主要屋面板板顶的高度（不包括局部突出屋面部分）； 2 框架—剪力墙结构在规定的水平地震力作用下，当框架部分承受的地震倾覆力矩大于结构总地震倾覆力矩的50%时，其适用的房屋最大高度可比框架结构适当增加； 3 平面和竖向均不规则的异形柱结构或Ⅳ类场地上的异形柱结构，适用的房屋最大高度应适当降低； 4 底部抽柱带转换层的异形柱结构，适用的房屋最大高度应比表中数值降低不少于10%。
10.1.5
异形柱结构宜采用规则的结构设计方案，抗震设计的异形柱结构应根据抗震概念设计的要求，强调建筑形体的规则性。
10.1.6
异形柱结构的平面布置应符合下列要求： 1
结构单元的平面形状宜简单、规则、对称、减少偏心，刚度和承载力分布宜均匀； 2
柱网尺寸力求均匀，纵向及横向柱位尽量拉通对齐，异形柱截面肢厚中心线及剪力墙中心线宜与框架梁中心线对齐； 3
抗震设计时，异形柱结构不应采用单跨框架结构。
10.1.7
异形柱结构的竖向布置应符合下列要求： 1
建筑的立面和竖向剖面宜规则均匀，避免过大的外挑和内收，抗震设计时不应有错层； 2
异形柱框架—剪力墙结构体系中的剪力墙应上下对齐连续贯通房屋全高； 3
结构的侧向刚度沿竖向宜均匀变化，避免抗侧力构件的侧向刚度和承载力沿竖向的突变； 4
底层抽柱带转换层的异形柱结构，转换层下部的框架柱应采用矩形柱。
10.1.
8
抗震设计时，异形柱结构应根据结构体系、抗震设防烈度和房屋高度，按表
10.1.8
的规定采用不同的抗震等级
表10.1.8 异形柱结构的抗震等级
|
结构体系 |
抗震设防烈度 | |||||||
| 6 度 | 7 度 | 8 度 | ||||||
| 0.05g | 0.10g | 0.15g | 0.20g | |||||
| 框架结构 | 高度（m ） | ≤21 | ＞21 | ≤21 | ＞18 | ≤18 | ＞18 | ≤12 |
| 框架 | 四 | 三 | 三 | 二 | 三（二） | 二（二） | 二 | |
| 框架—剪力墙结构 | 高度（m ） | ≤30 | ＞30 | ≤30 | ＞30 | ≤30 | ＞30 | ≤28 |
| 框架 | 四 | 三 | 三 | 二 | 三（二） | 二（二） | 二 | |
| 剪力墙 | 三 | 三 | 二 | 二 | 二（一） | 二（一） | 一 | |
注：1
表中括号内所示的抗震等级适用于7
度（0.15g
）建于Ⅲ、Ⅳ类场地的异形柱结构。 2 框架—剪力墙结构在规定的水平地震作用下，当框架部分承受的地震倾覆力矩大于结构总地震倾覆力矩的50%时，其框架部分的抗震等级应按框架结构确定。 3 房屋高度在高度分界线时，可结合房屋的不规则程度及场地、地基条件确定合适的抗震等级。
10.2 异形柱结构的计算要点
10.2 异形柱结构的计算要点
10.2.1
在竖向荷载、风荷载或多遇地震作用下，异形柱结构的内力和位移可按弹性方法计算。结构整体计算时应优先采用基于空间工作的计算分析方法。异形柱应按“柱”构架输入其截面尺寸。
10.2.2
结构基本自振周期应考虑非承重墙体对结构整体刚度的影响予以折减。折减系数Ψ
T
可按下列规定取值：
框架结构
Ψ
T
=0.6~0.75
框架—剪力墙结构
Ψ
T
=0.7~0.85
10.2.3
异形柱结构中异形柱需进行正接卖弄、斜截面及梁柱节点承载力的计算。 1
异形柱正截面承载力计算的基本假定可按《混凝土结构技术规范》GB50010-2010
第6.2.1
条规定采用； 2
异形柱双向偏心受压（受拉）的正截面承载力的计算可采用数值积分电算法，具体可参照《混凝土异形柱结构技术规程》JGJ149-2006
第5.1.2
、5.1.3.
条的规定； 3
异形柱斜接截面受剪承载力计算可参照《混凝土异形柱结构技术规程》JGJ149-2006
第5
、2
节规定。 4
异形柱框架梁柱节点核心区受剪承载力计算可参照《混凝土异形柱结构技术规程》JGJ149-2006
第5.3
节规定。
10.2.4
抗震设防的异形柱框架结构，其中的板式楼梯在每跑梯的起步处宜按滑动支座设计，结构计算时不必将楼梯构件作为斜支撑输入整体计算，但楼梯间的主体结构应给予加强，可参见本措施第4
章相关条款。
10.3 异形柱结构的构造要求
10.3 异形柱结构的构造要求
10.3.1
异形柱截面的肢厚不应小于200mm,
其中的一肢长不应小于500mm
。
10.3.2
异形柱结构的框架梁截面宽度不宜小于截面高度的1/4
和200mm
，截面高度可按（1/10
~1/15
）lb
确定 (lb
为计算跨度)
。当框架梁截面宽度大于柱肢厚度时，单侧凸出柱肢的框架梁截面宽度不应大于300mm
，两侧凸出柱肢的框架梁截面宽度不应大于350mm
。
10.3.3
异形柱的混凝土强度等级不应低于C30
，也不应高于C50
。
10.3.4
抗震设计时，异形柱的轴压比不宜大于表10.3.4
规定的限值。
表10.3.4 异形柱的轴压比限值
| 结构 体系 | 截面形式 | 抗震等级 | ||
| 二级 | 三级 | 四级 | ||
| 框架 结构 | L 形 | 0.50 | 0.60 | 0.70 |
| T 形 | 0.55 | 0.65 | 0.75 | |
| 十字形 | 0.60 | 0.70 | 0.80 | |
| 框架—剪力墙结构 | L 形 | 0.55 | 0.65 | 0.75 |
| T 形 | 0.60 | 0.70 | 0.80 | |
| 十字形 | 0.65 | 0.75 | 0.85 | |
注：1
轴压比N/
（
f
c
A
）指考虑地震作用组合的异形柱轴向压力设计值N
与柱全截面面积
A
和混凝土轴心抗压强度设计值
f
c
乘积的比值； 2
剪跨比不大于2
的异形柱，轴压比限值应按表内相应数值减小0.05
； 3
框架—剪力墙结构，在规定的水平地震力作用下，当框架部分承担的地震倾覆力矩大于结构总地震倾覆力矩的50%
时，异形柱轴压比限值应按框架结构选用。
10.3.5
异形柱的纵向钢筋可按图10.3.5
的方式设置。在同一截面内的纵向受力钢筋宜采用相同的直径，其直径不应小于14mm,
也不应大于25mm
。柱中纵向钢筋间距不宜大于200mm(
二、三级抗震等级)
、250(
四级抗震等级)
、300mm(
非抗震设计)
，当纵向受力钢筋间距不能满足上述要求时应设置纵向构造钢筋，其直径不应小于12mm,
并设拉筋，拉筋竖向间距与柱箍筋相同。住宅建筑的柱子纵向受力钢筋宜采用每两个楼层高度连接一次的方法，且宜采用机械连接或焊接连接。
10.3.6
异形柱纵向受力钢筋之间的净距不应小于50mm
，根数较多时可分两排或采用并筋配置。当肢厚为200mm
时，纵向受力钢筋每排不应多余2
根。
10.3.7
异形柱的箍筋应采用复合箍筋形式（图10.3.5
），箍筋应做成封闭式。严禁采用有内折角的箍筋。
10.3.8
异形柱加密箍筋的配置应满足受剪承载力计算值的需要，且不应小于最小体积配箍率（详《混凝土异形柱结构技术规程》JGJ149-2006
第6.2.9
条）及表10.3.8
规定的构造要求。
表10.3.8 异形柱箍筋加密区的箍筋构造要求
| 抗震等级 | 箍筋最大间距（取小值） | 箍筋最小直径 | 箍筋加密区范围 |
| 二级 | 8d,100 | 8 | 1. 柱端取截面长度尺寸、柱净高的1/6 和500mm 三者中的最大值。 2. 低层柱柱根不小于柱净高的1/3 ，当有刚性地面时，尚应取刚性地面上、下各500mm; 3. 剪跨比不大于2 的 柱以及因设置填充墙而形成柱净高与柱肢截面高度之比不大于4 的柱； 4. 角柱全高。 |
| 三级 | 8d,150 （柱根100 ） | 8 | |
| 四级 | 8d,150 （柱根100 ） | 6 （柱根8 ） |
注：d为纵向钢筋直径
10.3.9
异形柱箍筋加密区范围内的箍筋肢距：二、三级抗震等级的结构不宜大于200mm
，四级抗震等级的结构不宜大于250mm
，且每隔一根纵向钢筋宜在两个方向均有箍筋约束。
10.3.10
异形柱非加密箍筋的配置应满足受剪承载力计算值的要求，且其箍筋体积配筋率不宜小于加密区的一般。
10.3.11
当框架梁的截面宽度与异形柱肢厚相等时，位于梁四角的纵向受力钢筋应在离柱肢边800mm
处开始按1/25
坡度弯折伸入柱筋内侧的梁柱节点内（图10.3.11a
）。
当框架梁的截面宽度的任一侧凸出柱肢厚度时，该侧梁侧角上的纵向受力钢筋可在本肢柱筋外侧直伸入梁柱节点内（图10.3.11b
）。
10.3.12
当梁角上的纵向受力钢筋在柱筋外侧伸入梁柱节点核心区时，梁箍筋的配置范围应延伸到与另一方向框架梁相交外（图10.3.12
）,
在柱截面范围内的梁箍筋可用开口箍相互搭接。节点处的梁侧应设置纵向构造钢筋，直径不小于梁的腰筋且不小于8mm,
间距不大于100mm,
长度不小于该方向柱肢长度与梁端加密箍筋长度之和。
10.3.13
异形柱框架梁柱节点，包括框架中间层端节点和框架顶层节点以及中间层中间节点的框架梁柱钢筋构造要求参照《混凝土异形柱结构技术规程》JGJ149-2006
第6.3.4
、6.3.5
条规定执行。
11 预应力混凝土结构
.
11.1 预应力混凝土结构构件的一般规定
11.1 预应力混凝土结构构件的一般规定
11.1.1
预应力混凝土结构设计中，应注意因结构跨度增加造成的侧移刚度的减弱，宜适当加大柱截面或布置适量的剪力墙。
11.1.2
预应力混凝土结构设计中,
应考虑预应力施加顺序与结构施工顺序的关系及其对结构的影响，并应符合下列规定： 1
应确保预加应力能够有效地施加到预应力结构构件中，必要时应采取措施减少竖向支承构件或相邻结构对施力预应力的阻碍作用,
并尽量避免对非预应力构件的不利影响; 2
对于超静定结构,
应考虑预应力次内力的影响； 3
应结合结构施工顺序进行施工阶段验算。
11.1.3
预应力作为荷载考虑时,
其等效荷载可简化为跨间的横向荷载和端部锚固位置处引入的节点荷载,
并应考虑构件截面变化弓|
起的附加偏心的影响。等效荷载计算时,
各跨的有效预加力可取用该跨若干截面的平均有效预加力。
11.1.4
预应力混凝土结构构应根据结构类型及所处环境条件选用有粘结或无粘结预应力筋,
并应符合下列规定： 1
抵抗地震作用的构件及大跨度重荷载结构构件宜采用有粘结预应力筋； 2
承重结构的预应力受拉杆件和抗震等级为一级的预应力框架,
应采用有粘结预应力筋; 3
抗震等级为二、三级的框架梁，当地震作用效应和重力荷载效应组合下，框架梁端部截面由非预应力钢筋承担的弯矩设计值不少于组合弯矩设计值的65%,
或设有剪力墙或筒体,
且在基本振型地震作用下,
框架承担的地震倾覆力矩小于总地震倾覆力矩的35%,
或仅为满足构件的挠度和裂缝要求时,
可采用无粘结预应力筋; 4
在水下或高腐蚀环境中的结构构件,
宜采用有粘结预应力筋,
当采用无粘结预应力筋时,
必须采用全封闭的无粘结预应力体系; 5
长悬臂梁不宜采用无粘结预应力筋；当悬臂梁根部截面由非预应力钢筋承担的弯矩设计值不少于组合弯矩设计值的65%
或仅为满足构件的挠度和裂缝要求时,
可采用无粘结预应力筋; 6
板类构件 (
包括扁梁、次梁、井宇梁中的非框架梁)
可采用无粘结预应力筋。
11.1.5
预应力混凝土结构构件,
除应满足普通钢筋混凝土结构的有关规定外,
尚应根据预应力筋张拉锚固工艺、预应力筋的种类和布置方式采取相应的枸造措施。
11.1.6
预应力混凝土结构设计施工图中除表示结构构件的形状、尺寸、材料等内容外,
尚应明确下列事项： 1
预应力筋的粘结类型及张拉方式； 2
预应力筋品种、规格及质量标准； 3
张拉锚固体系、锚具规格、质量标准； 4
预应力筋张拉力或张拉控制应力； 5
张拉时混凝土强度; 6
设计采用的孔道摩阻系数； 7
预应力筋的张拉顺序; 8
模板及支撑拆除顺序; 9
其他应明确的事项。
11.2 预应力混凝土结构构件设计
11.2 预应力混凝土结构构件设计
11.2.1
材料选择 1
混凝土
混凝土强度等级不宜低于C40,
且不应低于C30
。设防烈度为9
度时混凝土强度等级不宜超过C60
，设防烈度为8
度时混凝土强度等级不宜超过C70
。
说明:
设防烈度为9
度时的预应力混凝土结构,
对其抗震性能及措施应进行必要的试验和分析研究,
在有充分依据并采取可靠的抗震措施后方可采用,
设计应经相关专家审查认可。 2
普通钢筋
纵向受力普通钢筋宜采用HRB400
、HRB500
、HRBF400
、HRBF500
钢筋,
也可采用HPB300
、HRB335
、HRBF335
、RRB400
钢筋;
梁柱纵向受力普通钢筋应采用HRB400
、HRB335
、 HRBF400
、HRBF500;
箍筋宜采用HRB40O
、HRBF400
、HPB300
、HRB500
、HRBF500,
也
可采用HRB335
、HRBF335
钢筋。 3
预应力筋
预应力筋宜采用预应力钢丝、钢绞线和预应力螺纹钢筋;
有特殊防腐要求时可使用镀锌钢丝、
钢绞线或环氧涂层钢绞线;
直线预应力筋或拉杆可使用预应力螺纹钢筋。先张法构件宜采用消除应力钢丝、中强度预应力钢丝、钢绞线。
由于钢绞线强度高、柔性好、与混凝土握裹性能好,
便于制作各类预应力筋,
且便于施工,
目前在工程中大量应用。 4
锚具
预应力筋锚具可分为夹片式、支承式、握裹式等;
锚具选用应根据预应力筋品种、锚固部位、
施工条件和张拉工艺确定;
夹片式锚具不得用作预埋在混凝土内的固定端;
压花锚具不得用于无粘结预应力钢纹线;
承受低应力或动荷载的锚具应有防松装置。预应力筋锚具的选用可参照表11.2.1
。
表11.2.1 预应力筋锚具选用表
| 预应力筋品种 | 张拉瑞 | 固定端 | |
| 安装在结构外部 | 安装在结构内部 | ||
| 钢绞线 | 夹片锚具 压接锚具 | 夹片锚具 挤压锚具 压接锚具 | 压花锚具 挤压锚具 |
| 单根钢丝 | 夹片锚具 镦头锚具 | 夹片锚具 镦头锚具 | 镦头锚具 |
| 钢丝束 | 镦头锚具 冷( 热) 铸锚 | 冷( 热) 铸锚 | 镦头锚具 |
| 预应力螺纹钢筋 | 螺母锚具 | 螺母锚具 | 螺母锚具 |
5
成孔材料
一般后张法预应力孔道推荐采用预埋管法成孔。预埋管道有：金属波纹管、塑料波纹管和薄壁钢管等，最为普遍使用的是金属波纹管,
目前塑料波纹管巳经开始大量使用,
主要是配合真空辅助灌浆工艺，钢管仅用于竖向孔道和有特殊要求的情况。
梁类构件通常采用圆形波纹管,
板类构件宜采用扁形波纹管;
波纹管截面积一般为预应力筋截面面
积的3.0
~4.0
倍,
同时其内径应大于预应力筋(
束)
轮廓直径+6~15mm,
还要考虑先穿束或后穿束以及是否采用穿束机等情况;
波纹管要有足够的刚度和良好的抗渗性能。 6
水泥浆
水泥浆由水泥、外加剂和水混合搅拌而成,
水泥浆性能应满足《混凝土结构工程施工规范》 GB50666-2011
、《混凝土结构工程施工质量验收规范》GB50204-2002
的有关规定。
11.2.2
设计流程
预应力混凝土结构设计和钢筋混凝土结构设计基本一致,
包括结构方案确定、内力及变形计算分析、配筋及承载力验算、构造设计等内容。和钢筋混凝土结构设计相比，在结构计算阶段增加了预应力筋束形及张拉力假定的内容;
在内力及变形计算阶段增加了预应力荷载作用下结构的内力计算;
在配筋及承载力验算阶段增加了截面的抗裂度验算及主拉应力计算等内容,
并增加了锚固区设计,
对于超静定结构应考虑预应力次内力的影响;
同时增加了构造设计的工作,
构造设计包括预应力筋及锚具的排列、锚固区局部加强构造、张拉端及固定端的封闭枸造等内容。预应力混凝土结构设计流程如下：
11.2.3
计算方法
预应力混凝土结构和普通钢筋混凝土结构最大的区别是在结构中建立了预应力,
因此现行结构计算
软件均可用于预应力混凝土结构的计算。由于在结构中建立了预应力,
结构在预应力作用下的内力与变形应与荷载作用下结构的内力与变形进行组合来确定结构的变形及构件的设计内力,
目前PKPM
系列软件的PREC
软件等均能够自动计算结构的预应力效应并与结构的荷载效应进行组合。 1
结构计算模型
现浇预应力结构计算时应考虑楼板的翼缘作用,
翼缘宽度可以根据
《混凝土结构设计规范》GB50010-2010
的有关规定取值,
也可采用有限元法计算;
计算模型中还应考虑竖向构件约束的影响。 2
预应力次内力
超静定结构中,
在进行截面抗裂验算及承载力验算时应考虑预应力次内力的影响。进行内力组合时,
对承载能力极限状态,
当预应力作用效应对结构有利时,
预应力作用分项系数乎γ
p
应取l.0,
不利时γ
p
应取l.2;
对正常使用极限状态,
预应力作用分项系数筛应取1.0
。
11.2.4
束形设计
预应力筋束形应根据荷载分布、构造要求、防火保护、耐久性及张拉和锚固工艺等要求综合确定。常用的预应力筋束形包括抛物线形(
单波、多波)
、折线形、直线形,
在设计时应根据结构的特点选择合适的束形,
还可以组合采用多种束形。 1
预应力筋常用束形
当梁(
板)
上荷载为均布线荷载时宜采用抛物线;
有两处较犬的集中荷载时宜采用双折线;
有一处较大的集中荷载时宜采用单折线；悬挑粱(
板)
宜采用直线束,
但在悬挑尖部预应力筋仍宜水平伸出。
2
预应力筋束形参数 1
）抛物线形的预应力筋,
可按图l1.2.4-2
所示确定束形参数。
① 单跨
| 参数 | 要求 |
| a1 | a 1 ≈1000mm |
| a2 | a 2 ≈1000mm |
| a3 | 1000 ＜ a 3 ＜(L- a 1– a 2)/5 |
| c1 | 由锚固体系所要求的最小尺寸确定, 同时应确保不与垂直于预应力粱的钢筋发生矛盾 |
| c2 | 由锚固体系所要求的最小尺寸确定, 同时应确保不与垂直于预应力粱的钢筋发生矛盾 |
| c3 | 由管道直径、保护层厚度及胃普通钢筋之间的位置关系综合确定, 最小取值宜为100mm( 有粘结) 或 80mm ( 无粘结) |
| L 1 | 由构件弯距分布图确定, 一般可取0.15L ~0.25L |
| L 2 | 由构件弯距分布图确定, 一般可取0.15L ~0.25L |
②连续跨
预应力筋束形控制参数的取法原则上与单跨相同,
但应注意下列事项： a
考虑弯矩的分布,
邻近连续跨处的L2
应大于端支座处的L1
； b
连续跨处的弯矩一般比端支座大,
通常为控制截面,
框架梁端支座预应力束的保护层厚度
C
1
宜适当增大； c
连续次梁的端支座预应力束的保护层厚度
c
1
，当边梁的抗扭刚度较大时,
宜取较小值,
抗扭刚度较小时,
宜取较大值。 2)
折线形预应力筋束形
当预应力筋束形设计为折线形时,
可按图11.2.4-3
所示确定预应力筋束形参数。折线形预应力筋的转折点
L
1
、
L
2
至支座的距离不宜小于梁跨度L
的1/5,
转折点处预应力筋宜尽量平滑过渡,
避免硬弯折；在预应力筋弯折处，应加密箍筋或沿弯折处内侧设置钢筋网片。
3)
顶层框架梁端支座预应力筋的上偏心距宜适当减小，以降低节点偏心力偶对顶层柱大偏压的影响。
11.2.5
预应力混凝土梁 1
预应力梁可实现的跨度及经济跨度
预应力混凝土梁可实现的跨度及经济跨度与采用的截面形式、支座条件及荷载等因素有关,
并与预应力度有关。预应力混凝土梁可实现的跨度及经济跨度如表11.2.5-1
所示。
表11.2.5-1 预应力混凝土可实现的跨度及经济跨度
| 构件类型 | 可实现的跨度（m ） | 经济跨度（m ） |
| 梁 | 15 ~40 | 15 ~25 |
2
预应力梁的截面高度宜符合表11.2.5-2
的规定。
表11.2.5-2 预应力梁的截面高度与跨度的比值（h/L）
| 分类 | 梁截面高跨比 |
| 简支梁 | 1/15 ~1/20 |
| 连续梁 | 1/20 ~1/25 |
| 单向密肋梁 | 1/20 ~1/25 |
| 井字梁 | 1/20 ~1/25 |
| 悬挑梁 | 1/6 ~1/10 |
| 框架梁 | 1/15 ~1/20 |
| 简支扁梁 | 1/15 ~1/25 |
| 连续扁梁 | 1/20 ~1/30 |
| 框架扁梁 | 1/18 ~1/30 |
注:1 表中L为短跨计算跨度； 2 双向密肋粱的截面高度可适当减小; 3 梁的荷载较大时,截而高度取较大值, 预应力度较大时可以取较小值； 4 有特殊要求的梁,截面高度尚可较表列数值减小,但应验算刚度,并采取加强刚度的措施, 如增加梁宽,增设受压钢筋等。
3 预应力混凝土构件的裂缝控制等级应根据其所处的使用环境条件及构件的重要性综合确定。 4 预应力混凝土粱的截面尺寸应根据荷载条件、裂缝控制等级及变形控制条件确定。大跨度预应力梁的挠跨比除满足《混凝土结构设计规范》GB50010-2010的要求外,还应控制其绝对挠度值,防止挠度值较大时对地面做法等造成不利影响。 5 使用荷载较大的建筑结构，宜适当加大构件截面, 控制荷载平衡值及预应力构件截面的平均预 压应力。应控制梁截面平均预压应力不应过高,防止因构件截面选取过小,导致预应力筋配置过多, 张拉阶段出现裂缝或使用阶段实际作用荷载较小时出现过大反拱。当混凝土强度等级为C40时, 梁截面平均预压应力宜控制在2
~5MPa。 6 大跨度预应力楼盖对边梁扭转的影响十分显著,因此应考虑边梁的扭转问题。边梁应按弯剪扭复合受力构件进行设计,但应考虑预应力对边梁扭转的影响。如果边梁的扭转为协调扭转,由于通常简化计算中未考虑楼板与边梁的空间协调作用,设计时可将计算扭矩乘以0.4~1.0系数予以折减; 如果边梁的扭转为平衡扭转, 则不应进行上述折减。
T=(0.4~1.0)(Td+Tp) (11.2.5)
式中
T——边梁扭矩设计值；
T
d——边梁在荷载作用下产生的扭矩设计值；
T
p——边梁在预应力等效荷载作用下产生的扭矩设计值；
7翼缘宽度取值 现浇预应力混凝土结构设计计算中，梁的翼缘宽度除应符合设计规范的有关规定外, 尚宜根据结构计算的不同内容及施加预应力的实际情况,做如下调整： 1）预应力筋在梁端部锚固时, 预加力的轴向力在端部集中并沿梁跨度方向逐渐扩散, 当计算预应力轴向力效应时,在端支座截面宜取梁宽,而在跨中或内支座截面翼缘宽度B2宜板全宽; 2）当计算截面弯曲应力及受弯承载力时翼缘宽度B应按《混凝土结构设计规范》GB50010—20l0表5.2.4的规定取值。
8 预应力梁采用有粘结预应力筋时, 在构件两端应设置灌浆孔或排气孔, 其孔距对抽拔管不宜大于l2m,对波纹管不宜大于30m。凡制作时需要预先起拱的构件,预留孔道应随构件同时起拱。 9 预应力混凝土梁的箍筋设置构造要求与普通钢筋混凝土构件基本相同。在T形截面梁的马蹄中, 应设闭合式箍筋, 其间距不大于50mm。 10 锚固区附近翼缘板的加强 预应力混凝土梁，因锚固区局部轴向压力的扩散，在翼缘板内将产生较大的拉应力, 板可能会产生裂缝, 宜按图11.2.5-2所示进行配筋加强,该加强钢筋宜布置在楼板截面中部。
11 梁上开孔 1) 预应力粱上开圆孔时, 应遵循下列原则： ① 开孔最大直径不宜大于梁截面高度的1/5
~1/6； ② 并列开孔时, 孔间距宜大于相邻孔直径平均值的3倍； ③ 梁上开孔范围宜在梁跨间中部 1/2 跨内,开孔位置应位于梁截面中心。孔中心位置应距与开孔梁相垂直的次梁侧面1.5h以上(h为梁高)。 ④ 开孔处应进行配筋加强，加强构造见图11.2.5-3。
2) 预应力粱上开矩形孔洞时应遵循下列原则： ①孔洞应尽可能设置于剪力较小的跨中L/2区域内,孔洞偏心宜偏向受拉区，偏心距
e
0不宜大于0.05h; ②并列开孔时,相邻孔洞边缘间的净距不宜小于2.5
h
h,孔洞高度和截面高度的比值
h
h
/h≤0.35,孔洞长度和截面高度的比值lh/h≤1.6, 孔洞上弦杆截面高度与梁截面高度的比值
h
c
/h≥0.3； ③孔洞长度和高度之比宜满足lh/lb≤4。 ④开孔处应进行配筋加强，加强构造见图11.2.5—4。 a 当矩形孔洞高度小于h/6及100mm，且孔洞长度小于h/3及200mm时, 其孔洞周边配筋可按构造设置。弦杆纵筋
A
s2、
A
s3可采用 2φ10
~2φ12; 弦杆箍筋采用φ6, 间距不应大于0.5倍弦杆有效高度及100mm。垂直箍筋
A
v宜靠近孔洞边缘。 b 当孔洞尺寸不满足a项要求时,孔洞周边的配筋应按计算确定,但不应小于按构造要求设置的钢筋。
11.2.6 预应力混凝土板 1 预应力混凝土板可实现的跨度及经济跨度 预应力混凝土板可实现的跨度及经济跨度与采用的截面形式、支座条件及荷载等因素有关, 井与预应力度有关。预应力混凝土板可实现的跨度及经济跨度如表11.2.6—1所示。
表11.2.6-1 预应力混凝土板可实现的跨度及经济跨度
| 构件类型 | 可实现的跨度（m） | 经济跨度（m） |
| 实心板 | 6 ~12 | 7 ~10 |
| 空心板 | 10 ~20 | 10 ~15 |
2预应力板的厚度宜符合表11.2.6-2的规定。
表11.2.6-2 预应力板的跨度与厚度的比值（L/h）
| 项 次 | 板的 支承 情况 | 板的种类 | ||||
| 单向板 | 双向板 | 悬挑板 | ||||
| 实心 | 空心 | 实心 | 空心 | |||
| 1 | 简支 | 35 ~40 | 35 ~40 | 40 ~45 | 40 ~45 | — |
| 2 | 连续 | 40 ~45 | 40 ~45 | 45 ~50 | 40 ~45 | 1/10 |
注：1 L
为板的短边计算跨度；无梁楼盖中L
为板的长边计算跨度； 2 双向板系值板的长边与短边之比小于2的情况； 3 荷载较大时，板厚应适当增加； 4 考虑预应力筋的布置及效应，板厚不宜小于150mm。
3
单向板 1
）预应力筋沿连续平板受力方向宜采用多波连续抛物线布置，束形参数的确定可参照l1.2.4
条。
预应力筋一般沿板宽并筋均匀布置,
也可单根均匀布置。并筋布置时,
每束预应力筋不宜超过4
根,
预应力束的间距不宜大于l200mm
。 2)
垂直于受力的方向,
为抵抗收缩和温度应力,
尚需配置非预应力筋,
其配筋率不宜小于02%
。 3)
分布钢筋的布置与普通钢筋混凝土单向板相同。 4
）在板内无粘结预应力筋可分两侧绕过开洞处铺设,
无粘结预应力筋距洞口距离不宜小于100mm
，水平偏移的曲率半径不宜小于6.5m,
详见图11.3.6
。洞口边应配置构造钢筋加强。 5
）计算确定的预应力筋可在两侧适当减配,
中间适当加密,
总数不变。
4
双向板 1)
预应力筋宜采用双向多波连续抛物线布置,
也可采用折线形布置。抛物线的参数取值应考虑双
向普通钢筋及预应力筋交叉编网的影响。一般双向均沿板宽并筋均匀布置,
也可单根均匀布筋,
靠近板
边缘处可适当减少。并筋布置时,
每束预应力筋不宜超过4
根,
预应力束的间距不宜大于1200mm
。 2)
沿短跨的预应力筋在跨中宜布置在长跨预应力筋的下面,
沿短跨的底部普通钢筋宜布置在长跨普通钢筋的上面。
图11.2.6-1 预应力筋在跨中与底部普通钢筋的位置关系
3） 双向板每个方向的平均预压应力不宜小于
1.0N/m㎡，也不宜大于
3.5N/m
㎡。 4） 在长跨方向用最低平均预压应力确定预应力配筋面积，再计算短向预应力配筋面积。
11.2.7
预应力框架柱
多层框架的顶层边柱往往承受大偏心受压,
轴力小而弯矩大，近似于受弯构件。当框架梁的跨度不大时,
仅对梁施加预应力,
即可同时抵消大部分外荷载引起的柱子弯矩,
因而柱子抗裂问题可同时得到
解决；当梁跨度较大且荷载较重时,
仅靠施加于梁上的预应力难以消除柱子弯矩,
须对柱子施加预应力才能解决柱子截面的抗裂问题。预应力柱的设计宜符合下列规定： 1
柱子的预应力筋宜采用直线或折线布置。 2
预应力束宜延伸至下层柱的中部。当采用夹片式锚具时，预应力束长度尚不宜小于6m
。 3
抗震设防的预应力混凝土框架结构,
柱截面高度宜取梁截面高度的0.8
倍以上。 4
柱截面受压区高度和有效高度之比,
一级不应大于0.25,
二、三级不应大于0.35
。 5
柱受拉边宜采用普通钢筋和预应力筋混合配筋,
受压边只配普通钢筋。 6
柱箍筋应全高加密。 7
预应力筋的束形及参数可参考图l1.2.7
。
11.3 预应力混凝土构造设计及特殊问题处理
11.3 预应力混凝土构造设计及特殊问题处理
11.3.1 预应力构件截面尺寸的确定除考虑结构方案、荷载等条件外，还应考虑预应力束及锚具的布置要求。
11.3.2 预应力筋张拉锚固端的设置 1 后张法预应力筋的锚固通常采用设置于构件端部或构件中间部位 (凸起锚固或凹槽锚固) 的锚具实现机械锚固; 此外, 也有完全埋入混凝土中锚固预应力筋的方法,此时锚具称为埋入端锚具或固定端锚具。 2 当预应力筋锚固于梁的跨间时, 因局部集中力, 在锚具附近混凝土中将产生拉应力, 梁中易出现裂缝, 此时锚具宜布置在活荷载作用下内力变化不大的截面处, 锚具在截面中的位置宜尽量位于截面形心处。 3 无粘结预应力筋束长不大于40m时可一端张拉、一端固定, 大于40m时宜两端张拉。有粘结预应力筋长度不大于20m时可一端张拉, 大于20m时宜两端张拉; 当预应力筋为直线束时, 一端张拉的长度可延长至35m。 4 超长结构中预应力筋宜分段张拉锚固，必要时应设置后浇带，防止因通常张拉预应力筋，扫之预应力摩擦损失过大, 轴向预加力被竖向结构吸收过多,对结构造成不利影响。 5 对多跨预应力连续板, 应考虑任一跨预应力筋由于地震等作用失效时, 可能引起其它各跨连续破坏。宜将无粘结预应力筋分段锚固, 或增设中间锚固点。 6 预应力筋在张拉与锚固位置宜分散错开锚固，避免局部应力过于集中。如果不得已将大量预应力筋集中锚固时，应进行局部构造加强设计。
11.3.3
锚具的排布
锚固区的设计应考虑上述构造及有关建筑和抗震等要求。具体设计中除应参考各张拉锚固体系对设计的有关建议外，尚应注意下列事项： 1
锚具的布置应遵守生产厂家提出的最小排布尺寸； 2
应考虑锚具的形状及尺寸，注意锚具与柱、梁钢筋不应发生矛盾；
3
应考虑张拉操作的方便和可行性。
11.3.4
预应力筋管道间距及保护层厚度 1
预应力梁中，预留孔道在竖直方向的净距不应小于孔道外径，水平方向净距不宜小于1.5
倍孔道外径且不应小于粗骨料直径的1.25
倍；必要时，两个孔道可并排布置； 2
保护层厚度
从孔壁算起的混凝土保护层厚度，梁底不宜小于50mm
，梁侧不宜小于40mm;
裂缝控制等级为三级的梁，梁底、梁侧分别不宜小于60mm
和50mm
。孔道至构件边缘的净距不宜小于孔道直径的一半，同时应满足对不同耐火等级的要求。锚固区的净混凝土保护层最小厚度应比相应构件所取保护层厚度值增加7mm
。
11.3.5
预应力混凝土锚固区构造 1
端部锚固区的局部加强
一般各种张拉锚固体系中都有满足局部承压安全度所需的最小排布尺寸和相应的加强钢筋。满足张拉锚固体系中的有关规定时，局部承压强度就可满足安全要求；工程实际条件不能满足张拉锚固体系的有关规定时，应对锚固区局部承压构造进行专门设计，也可根据实际设计条件按《预应力筋用锚具、夹具和连接器应用技术规程》JGJ85-2010
附录A
进行锚固区传力性能试验验证。设计中尚应注意局部压力作用下局压区混凝土各部位的应力情况，做出合理的配筋，防止张拉阶段混凝土出现裂缝。
对后张预应力混凝土构件的端部锚固区，应按下列规定配置间接钢筋：
1）当采用普通钢垫板时，应按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第6.6节的规定进行局部受压承载力的计算，并配置间接钢筋，其体积配筋率不应小于0.5%； 2）当采用整体铸造垫板时，其局部受压区的设计应符合现行行业标准《预应力筋用锚具、夹具和连接器应用技术规程》JGJ85-2010的有关规定。 3）在局部荷载作用下构件端部常出现沿荷载方向的劈裂裂缝（图11.3.5-1（a）中的裂缝A）。为控制劈裂裂缝，在局部受压间接钢筋配置区以外，在构件端部长度l不小于3e(e为截面重心线上部或下部预应力筋的合理点至临近边缘的距离)但不大于1.2h(h为构件端部截面高度)、高度为2e的附加配筋区范围应均匀配置附加箍筋或网片。配筋面积可按下列公式计算：
式中
P
—作用在构件端部截面重心线上部或下部预应力筋的合力设计值，可按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010
的有关规定进行计算；
l
1
、l
b
—沿构件高度方向
A
1
、
A
b
的边长或直径；
f
yv
—附加防劈裂钢筋的抗拉强度设计值。
用于控制劈裂裂缝的附加钢筋的体积配筋率不应小于0.5%
，同时附加钢筋在劈裂裂缝两侧应满足锚固要求。
4） 当构件端部预应力筋需集中布置在截面下部或集中布置在上部或下部时，构件截面长出现端面裂缝（图11.3.5-1（a）中的裂缝B）。故应在构件端部0.2h(h为构件端部截面高度)范围内设置附加竖向焊接钢筋网、封闭式箍筋或其他形式的构造钢筋来控制端面裂缝。附加竖向钢筋宜采用带肋钢筋，其截面面积应符合下列要求：
式中
T
S
——锚固端端面拉力；
P
——作用在构件端部截面重心线上部或下部预应力筋的合力设计值，此时，仅考虑混凝土预压前的预应力损失值；
e
——截面重心线上部或下部预应力筋的合力点至截面近边缘的距离；
h
——构件端部截面高度。
F
yv
——附加竖向钢筋的抗拉强度设计值，按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010
采用；
当端部截面上部和下部均有预应力钢筋时，附加竖向钢筋的总截面面积应按上部和下部的预应力合力分别计算的数值较大值采用。
如果预应力筋在横向有偏心时，应按上述方法计算抗劈裂钢筋，并与上述竖向钢筋形成网片筋配置。
端面裂缝的相对位置C
可由e
、h
确定，即 (图11.3.5-1（a))
。用于控制端面裂缝的附加竖向钢筋与局部受压间接钢筋在构件端部0.2h
范围内应叠加布置。
2
一般局部加强钢筋有螺旋筋，网片筋，U
形筋等，常用张拉锚固体系中给出的局压加强钢筋多为螺旋筋，但在实际工程中有时螺旋筋不易配置，此时可采用网片钢筋、U
形筋等进行加强。不同部位的局部加强可参考下列配筋示例。附加钢筋应根据预应力筋张拉力的大小及延伸结构的约束情况计算确定，当张拉力较小时可不配置。
1） 端部锚固区局部加强配筋示意
2） 胯间锚固区
3） 跨间锚固区局部加强（凹槽锚固）
11.3.6
预应力筋曲率半径 1
后张法预应力混凝土构件中，当采用曲线预应力布束时，其曲率半径rp
宜按下列公式确定：
但不宜小于4m
。
式中
P
——预应力筋束的合力设计值，可按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010
的规定确定；
r
p
——预应力束的曲率半径（m
）;
d
p
——预应力束孔道的外径；
f
c——混凝土轴心抗压强度设计值；当验算张拉阶段曲率半径时，可取与施工阶段混凝土立方体抗压强度对应的抗压强度设计值 ，按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010表4.1.4-1以线性内插法确定。 对于折线钢筋的构件，在预应力束弯折处的曲率半径可适当减小。当曲率半径rp不满足上述要求时，可在曲线预应力束弯折处内侧设置钢筋网片或螺旋筋。
2 在板内被孔洞阻断的无粘结预应力筋可分两侧绕过洞口铺设，其离洞口的距离不宜小于150mm,水平偏移的曲率半径不宜小于6.5m.
注：1
洞口无粘结预应力筋布置宜满足：a
≥150mm
，b
≥300mm
，R
≥6.5m
； 2 当c:d＞1:6时需配置U形筋。
11.3.7
预应力筋弯曲处局部加强构造 1
预应力筋弯曲处曲线预应力筋内侧混凝土局部挤压应力按式（11.3.7-1
）计算，其压应力不应大于0.35fc
，当局压应力大于0.35fc
时，应配置局部加强钢筋。
式中σ
cj
——混凝土局部挤压应力；
P
——预应力筋束的合力设计值，可按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010
的规定确定；
R
——预应力筋曲率半
径；
d
——预应力筋孔道的外径。
2
当沿构件凹面布置的纵向曲线预应力束时（图11.3
。7-2
），应进行防崩裂设计。当曲率半径rp
满足下式要求时：
可仅配置构造U
形插筋。
当不满足时，每单肢U
形插筋的截面面积应按下列公式确定：
U
形插筋的锚固长度不应小于
l
a;
当实际锚固长度
l
c
小于
l
a
时，每单肢U
形插筋的截面面积可按
A
svl
/k
取值。其中，
k
取
l
e/15d
和
l
e/200
中的较小值，且
k
不大于1.0
；
当有平行的几个孔道，且中心距不大于2
d
p
时，预应力筋的合力设计值应按相邻全部孔道内的预应力筋确定。
式中
P
——预应力筋束的合力设计值，可按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010
的规定确定；
f
l
——混凝土轴心抗拉强度设计值；或与施工张拉阶段混凝土立方体抗压强度f′cu 相应的抗拉强度设计值f′t，按《
混凝土结构设计规范》GB50010-2010
表4.1.4-1
以线性内插法确定;
c
p
——预应力筋束孔道净混凝土保护层厚度;
A
svl
——每单肢插筋截面面积；
S
v
——U
形插筋间距；
f
yv
——U
形插筋抗拉强度设计值,
按《混凝土结构设计规范》GB50010-2010
采用,
当大于360
N/m
㎡
时取 360
N/m
㎡
；
l
e
——实际锚固长度。
11.3.8 锚具封闭保护
外露于结构端部的锚具应采取有效的防护措施进行永久保护,
确保外露锚头不致受机械损伤和腐蚀的影响。对外露金属锚具,
应采取可靠的防锈及耐火措施,
可根据环境等级采取无收缩砂浆或混凝土封闭,
且应与结构混凝土粘贴密实,
不应出现裂缝。采用混凝土封闭时,
混凝土其强度等级宜与构件混凝土强度等级一致,
且不应低于C30,
且宜配置l~2
片钢筋网,
钢筋网应与构件帚昆凝土拉结。当无耐火要求时,
可采用涂刷防锈漆的方式进行保护,
但必须保证能够重新涂刷。当采用砂浆或混凝土封闭时,
锚具及垫板的混凝土保护层厚度应根据环境等级采取不同的值, A
、C
应保证锚具及垫板的保护层厚度在一类环境中,
不小于20mm;
茌二a
、二b
类环境时不小于50mm;
在三a
、三b
类环境时不小于80mm
。（图11.3.8-1
及图11.3.8-2
）。
1
无粘结预应力筋锚具
无粘结预应力混凝土一般采用高强钢绞线作为预应力筋,
锚具分为固定端锚具和张拉端锚具。固定端常采用挤压锚具,
并直接埋人混凝土中,
其防腐一般不成为问题。而张拉端常采用夹片锚具,
无粘结预应力筋要求全长封闭,
所以张拉端锚具应尽量含在结构混凝土内,
并宜采用具有良好封闭悱的球墨铸铁一体化锚具,
对处于二b
、三a
、三b
类环境条件下的无粘结预应力锚固系统,
应采用全封闭的防腐蚀体系,
其封锚端及各连接部位应能承受10kPa
的静水压力而不透水,
在封闭前,
应在外露的锚具上涂刷环氧树脂。
封闭前混凝土表面或凹槽内应清理干净,
必要时应凿毛,
涂刷粘接剂。砂浆或细石混凝土
应密实并完全封裹锚具。封闭做法见图11.3.8-l
。
2
有粘结预应力筋锚具
张拉并灌浆完毕后,
一般用混凝土进行封闭保护,
如果锚具外露于结构构件,
封锚混凝土内宜有伸自结构构件的拉结钢筋,
混凝土接口应清理干净,
并冲水润湿。对处于二、三类环境中的锚具,
在封闭前,
还应在外露的锚具上涂刷环氧树脂。封闭保护大样见图11.3.8-2。
11.3.9
连续结构跨度差异较大时,
宜将大跨梁或板的预应力筋一部分或全部延伸至相邻小跨,
或将大跨粱截面延伸至相邻短跨或在短跨连续截面处设计为加腋。
11.3.10
楼盖的局部设计为预应力混凝土时,
应考虑与相邻钢筋混凝土结构构件的变形协调,
在变形不协调处应配置额外钢筋进行加强,
或留置后浇带,
防止当施加的平均预压应力较大时在变形不协调区域出现因张拉造成的裂缝。
11.3.11
连续结构跨度差异较大时,
如果预应力筋通长配置,
应根据各跨的弯矩图调整预应力筋束形,
或调整各跨预应力筋的配筋数量,
防止短跨构件在张拉阶段混凝土出现裂缝,
或使用阶段反拱过大。
11.3.12
框架—剪力墙或框架—筒体结构当结构高度较大时 (
一般30
层以上),
在设计中应考虑竖向构件变形差对预应力楼盖的不利影响。预应力筋应在沉降较大的支痤处取较小的偏心距,
同时增配梁或板的普通钢筋。
12 复杂高层建筑结构
.
12.1 复杂高层建筑结构一般规定
12.1 复杂高层建筑结构一般规定
复杂高层建筑结构指高层建筑中在结构平面布置和结构竖向布置中存在对抗震不利的不规则性或采用了有较明显的抗震薄弱部位的复杂类型结构。如：带加强层结构、错层结构、连体结构、带转换层结构、多塔结构、竖向体型收进、悬挑结构等。复杂高层建筑结构设计应从抗震概念设计原则出发,
尽量减少结构平面不规则和竖向不规则的程度,
避免同时采用多种不规则复杂类型的建筑结构,
不应采用严重不规则的结构体系。
12.1.2
结构不规则性及对抗震不利的复杂建筑结构的含义： 1
平面不规则 1)
凹凸不规则:
结构平面尺寸超过表12.1.2
的限值时,
应视为平面凹凸不规则。
表12.1.2 平面凹凸不规则的比值限值
| 设防烈度 | L/B | l/B max | l/b |
| 6 、7 度 | 6.0 | 0.35 | 2.0 |
| 8 、9 度 | 5.0 | 0.30 | 1.5 |
说明:
《建筑抗震设计规范》GB50011-2010
与《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3
—2010
中提山的凹凸不规则应
包括以下四类：平面狭长;
凹进过多;
凸出过长、过细;
平面叠合部小或腰部过细。
1
平面过于狭长的建筑物在地震时由于两端地震波输入有位相差而容易产生不规则振动，产生较大的震害,
如图12.1.2-1
中，对于图(a)
按L/B
复核;
对于图(b)
、(d)
、(e)
、(f)
、(g):
当凸出部分的b
较小、
凸出部分面积(b
×l)
与主体面积 (B
×L)
相比为较小时,
按L/B
复核,
但当b
和1
较大时,
可桉L/B
max
复核。 2
凹进过多不规则是l/Bmax,
如图 (b)
、(d)
、(g),
这里一般是指b
和b/l
较大时发生的凹进,
若b
或b/l
很小则不属于此类不规则。 3
凸出过长、过细是指凸出部分l/b
过大，如图 (b)
、(c)
、(d)
、(e)
、(f)
、(g)
当b
较小时应注意复核。 4
叠合部小及腰部过细是措图形(g)
和(h)
，对于图(h)
中当叠合部分e/L<0.3
应为不规则;
对于图(g)
中细腰宽度B/Bmax<0.5
应为不规则。
当结构平面凹凸不规则时，应在设计中考虑楼板变形产生的不利影响，参见本措施3. 1.3
条1l
款。
2
）楼板局部不连续或较大的楼层错层
有效楼板宽度小于该层楼板典型宽度的50%
，或开洞面积大于该层面积的30%
（图12.1.2-2
）。
当楼板平面因开洞而使楼板有过大削弱时，应在设计中考虑楼板变形产生的不利影响，参见本措施3.1.3
条11
款。
说明：抗震结构中楼板的作用如下： 1
提供建筑物某些构件如隔墙、幕墙的支点，并抵抗水平力，但楼板不属于竖向抗震体系的一部分； 2
传递横向力至竖向抗震体系，可将每层楼板看作一根水平深梁，将风或地震产生的力传递至各种抗侧力构件； 3
将不同的抗震体系中的各组成部分连成一体，并提供适当的强度、刚度，以使整个建筑能整体变形与转动。
因此，应根据楼板开洞的部位是否阻碍了水平力的传递、开洞的尺寸是否已影响了板作为水平放置的深梁的承载力等方面，去衡量该洞口是否可以设置。如楼板开大洞部位不影响地震作用的传递，可以不限开洞百分比。如图12.1.2-3
所示，有一段楼板，两端为剪力墙，中部为框架。当建筑受到水平力时，其所受力需由楼板传至两端的剪力墙。如果在洞1
位置有洞口，它将影响楼板所受水平力传至左端剪力墙，因此，即使洞口面积小于楼板面积的30%
，也是不宜设置的。对于洞口2
，位于楼板长度的中部，犹如一根梁在中部有洞口，它对于梁的承载力影响是较小的，因而，即使洞口面积大于楼板面积的30%
，只要构造得当，例如在楼板上下两边适当加厚、布置梁以便受力等，也是可以的。
有较大的楼层错层，如图12.1.2
–4
所示。较大错层指楼面错层高度
h
0
大于相邻高侧的梁高
h
1
时,
或两侧楼板横向用同一钢筋混凝土梁相连,
但楼板间垂直净距
h
2
大于支承梁宽1.5
倍时,
当两侧楼板横向用同一根梁相连,
虽然h2<1.5b,
但
h
0>
纵向梁高度
h
z
时,
此时仍应作为错层,
当较大错层面积大于该层总面积30%
时,
应视为楼层错层。
3） 扭转不规则
按刚性楼板计算在规定水平地震作用下楼层的最大弹性水平位移和层间位移，大于该楼层两端弹性水平位移和层间位移的平均值的1.2
倍时，应视为扭转不规则，如图12.1.2-5
。
则属扭转不规则。
① 高层建筑考虑偶然偏心影响的规定水平地震力作用下，楼层竖向构件的最大水平位移及层间位移，对于A
级高度高层建筑不应大于该楼层平均值的1.5
倍，即
，对于B
级高度及本章所指的复杂高层建筑不应大于平均值的1.4
倍，即
。具体要求详本措施第2.3
节。 ② 结构扭转为主的第一自振周期Tt与平动为主的第一自振动周期T1之比，A级高度建筑不应大于0.9、B级高度及本章所指的复杂高层建筑不应大于0.85。详见本措施2.2.2条。
2
竖向不规则 1)
侧向刚度有突变
高层建筑的竖向体型宜规则、均匀,
避免有过大的外挑和收进。结构的侧向刚度宜下大上小,
逐渐
均匀变化。高层建筑相邻楼层的侧向刚度变化应符合下列规定：
①对于框架结构，楼层与相邻上部楼层的侧向刚度比可按 (12-1-2-1)
式计算,
本层与相邻上层的比值不宜小于0.7
，与相邻上部三层刚度平均值的比值不宜小于0.8
。
侧向刚度的计算方法可取
（12.1.2-1）
V
i
——
i
层层剪力；
Δi
——
i
层层间位移。
②对于框架一剪力墙、板柱—剪力墙、剪力墙、框架—核心筒、筒中筒结构, 与相邻上部楼层侧向刚度比为考虑层高修正的楼层侧向刚度比,可按 (l2.l.2-2) 式计算；本层与相邻上层的比值不宜小于0.9；当本层层高大于相邻上层层高的1.5倍时，该比值不宜小于1.1；对结构底部嵌固层,该比值不宜小于1.5。
式中γ
2
——考虑层高修正的楼层侧向刚度比。
2
）竖向抗侧力构件不连续
竖向抗侧力构件（柱、剪力墙、抗震支撑）的内力由水平转换构件（梁、桁架〉向下传递,
引起竖向抗侧力构件不连续,
如局部框支结构或在局部楼层增设加强层的结构,
均为侧向刚度突变。 3)
楼层受剪承载力突变 A
级高度高层建筑的楼层抗侧力结构的层间受剪承载力不宜小于其相邻立一层受剪承载力的80%,
不应小于其相邻上一层受剪承载力的65%
；B
级高度高层建筑的楼层抗侧力结构的层间受剪承载力不应小于其相邻上一层受剪承载力的75%
。
图12.1.2-7竖向抗侧力结构受剪承载力非均匀化（有薄弱层）
说明：楼层抗侧力结构的层间受剪承载力是指在所考虑的水平地震作用方向上，该层全部柱、剪力墙、斜撑的受剪承载力之和。
侧向刚度变化、承载力变化、竖向抗侧力构件连续性不符合本款第1
）、2
）、3
）条要求的楼层，其对应于地震作用标准值的剪力应乘以1.25
的增大系数。
4
）上部楼层收进或外挑
① 当结构上部楼层收进部位到室外地面高度H1
与房屋高度H
之比＞0.2
时，上部楼层收进后的水平尺寸
B
1
不宜小于下部楼层水平尺寸B
的0.75
倍。
② 当超过上述限值时，为避免收进部位的层侧向刚度的突变，对收进部位的上下层抗震要求适当提高，计算时充分考虑结构高振型的反应。 ③ 当上部结构楼层相对于下部尺寸外挑时，下部楼层的水平尺寸B不宜小于上部尺寸B1的0.9倍，且水平外挑尺寸a不宜大于4m,见图12.1.2-8。
但如果建筑物的竖向抗侧力构件，自下到上两接，且无突变，仅楼层梁外挑，则不受此限。
当外挑后结构刚度能满足本款第1
）中的①②要求时，且对结构扭转的影响能满足本条第Ⅰ款第3)
的要求时，也可不限。 ④ 结构顶部取消了部分墙、柱形成空旷大空间。
12.1.3
结构不规则性程度的判别 1
建筑设计应符合抗震概念设计的原则,
注意分析判断结构不规则的程度,
区分一般不规则结构、
特别不规则结构、严重不规则结构,
建筑设计时宜采用规则结构或一般不规则结构，不宜采用特别
不规则结构，不应采用严重不规则结构； 2
规则的建筑结构体现在体型 (
平面和立面的形状)
简单,
抗侧力体系的刚度和承载力上下变化连续、均匀,
平面布置基本对称。即茌平立面、竖向剖面或抗侧力体系上,
没有明显的、
实质的不连续(
突变); 3
一般不规则结构是指超过 12.1-2
条平面或竖向不规则规定的个别项不规则指标 (
但超过不多)的结构; 4
特别不规则结构是指具有较明显的抗震薄弱部位,
可能引起不良后果者,
通常有三类： 1)
同时有三项及三项以上超过 12.1.2
条规定的平面或竖向不规则指标; 2)
具有较明显抗震薄弱部位,
可能引起不良后果,
主要表现为:
①
扭转偏大：裙房以上有较多楼层考虑偶然偏心的扭转位移比大于1.4;
②
抗扭刚度弱:扭转周期比大于0.9,
混合结构扭转周期比大于0.85;
③
层刚度突变:
本层侧向刚度小于相邻上层的50%;
④
高位转换结构:
框支墙体的转换构件位置7
度高于5
层, 8
度高于3
层;
⑤
厚板转换: 7
~9
度设防的厚板转换结构;
⑥
塔楼偏置:
单塔或多塔综合质心与大底盘的质心偏心距大于底盘相应边长的20% ;
⑦
复杂连接:
各部分层数、刚度、布置不同的错层或连体两端塔楼高度、体型或者沿大底盘某个主轴方向的振动周期显著不同的结构;
⑧多重复杂:
同时具有转换层、加强层、错层、连体和多塔类型中的三种及三种以上。
3)
具有两项超过12.1.2
条规定的平面或竖向不规则指标且其中一项接近第2)
条所列出的指标。 5
严重不规则指的是体型复杂,
平面、立向极不规则,
多项指标超过12.1.2
条限值较多或某一项大大超过规定限值,
具有现有技术和经济条件不能克服的严重的抗震薄弱环节,
将会导致地震破坏的严重后果者。
12.1.
4
带转换层的鬲层建筑的设计要求见本措施第7
章。
12.2 带加强层的高层建筑
12.2 带加强层的高层建筑
12.2.1
带加强层的高层建筑属于竖向不规则的结构，其结构布置、分析计算与抗震措施应满足《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
第10.3
节要求。
12.2.2
当框架—核心筒、筒中筒结构的侧向刚度不能满足要求时，可利用建筑避难层、设备层空间，设置适宜刚度的水平伸臂构件，形成带加强层的高层建筑结构。必要时，加强层也可同时设置周边水平环带构件。水平伸臂构件、周边环带构件可采用斜腹杆桁架、实体梁、
箱形梁、空腹桁架等形式。
说明:
伸臂对结构受力性能影响是多方面的,
增大框架中间柱轴力、增加刚度、减小侧移、
减小内筒弯矩是其主要优点,
是设置伸臂的主要目的。根据实际工程计算统计,
对于一般框架一剪力墙结构,
伸臂可以使侧移减小约15%
~20%,
有时更多,
而筒中筒结构设置伸臂减小侧移的幅度不大,
只有5%
~10%
左右,
原因是:
筒中筒结构中框筒结构的密柱深梁与伸臂的作用是重复的,
密柱深粱已经使翼缘框架柱承受了较大轴力,
可抵抗较大倾覆弯矩,
再用伸臂效果就不明显了,
而且还会带来沿高度内力突变的不利后果,
因此一般来说筒中筒结构没有必要再在内外筒之间设置伸臂。
伸臂也带来一些不利影响,
它使内力沿高度发生突变,
内力的突变不利于抗震,
尤其对柱不利。设置伸臂时，伸臂层所在层的上、下相邻层的柱弯矩、剪力都有突变,
不仅增加了柱配筋的困难,
上、下柱与一个刚度很犬的伸臂相连，的证作用下这些柱子容易出现铰或剪坏；
核心筒的弯矩、剪力也有突变。结构沿高度的刚度突变对抗震不利，因此在非地震区，设置伸臂的利大于弊，例如非地震区的抗风结构采用伸臂加强结构抗侧刚度是有利的；而在地震区，必须慎重设计，应进行仔细的方案比较，不设置伸臂就能满足侧移要求时不必设置伸臂，必须设置伸臂时，必须处理好框架柱与核心筒的内力突变，要避免柱出现塑性铰或剪力墙剪切等形成薄弱层的潜在危险。
要慎重选择伸臂的刚度和数量。设置伸臂方案可以有多种选择：①选择有效部位，设置一道刚度不大的伸臂；②设置多道伸臂,
每道伸臂本身的刚度不大。选择一道伸臂的内力突变幅度较大,
而多道伸臂的用钢量及造价增加,
应衡量利弊选择。
12.2.
3
应确保加强层构件传力直接、锚固可靠。为充分发挥加强层水平外伸构件的作用,
传力直接可靠,
利于核心筒结构可靠工作,
加强层水平外伸构件应贯通核心筒,
与核心筒的转角节点、丁字节点可靠刚接相连,
尽量避免与核心筒筒壁丁字相连。构件水平伸臂构件与周边框架柱的连接宜采用铰接或半刚性连接。
12.2.4
为减少和避免水平荷载作用下加强层及相邻层周边框架柱和核心筒处剪力集中、剪力突变、弯矩增大,
避免罕遇地震作用下加强层及其相邻层周边框架柱、核心筒先行破坏,
加强层水平外伸构件宜优先选用斜腹杆桁架、空腹桁架,
当选用实体梁时,
宜在腹板中部开孔。尤其应注意内筒外柱在长期重力荷载作用下产生的差异徐变变形对加强层水平外伸构件的影响。水平外伸构件宜采用钢结构。
12.2.5
对带加强层结构应进行细致的计算。应按实际结构的构成采用空间协同的计算分析方法分析计算。尤其应注意对重力荷载作用进行符合实际情况的施工模拟计算。抗震设计时,
需进行弹性时程分析补充计算和弹塑性时程分析的计算校核。同时还应注意温差、混凝土徐变、收缩等非荷载效应影响。在结构内力和位移计算中,
加强层楼层宜考虑楼板平面内变形影响。
说明：在带伸臂的框架一核心筒结构中,
要注意在假定楼板无限刚性时,
由于楼板不能变形,
伸臂桁架的上、下弦没有伸长和缩短,
不能得到弦杆、腹杆的正确内力,
因此,
应将此区域楼板设定为弹性楼板。
12.2.6
加强层及相邻上下层的框架柱和核心筒剪力墙的抗震等级应提高一级采用,
若原为特一级应允许不再提高。带加强层框架—核心筒结构的抗震等级应符合表12.2.6
的要求。
表12.2.6 带加强层框架—核心筒结构的抗震等级
| 部位 | 抗震设防烈度 | 6 度 | 7 度 | 8 度 | ||||||
| 高度（m ） | ≤80 | 80 ~150 | ＞150 | ≤80 | 80 ~130 | ＞130 | ≤80 | 80 ~100 | ＞100 | |
| 非加强 层区间 | 核心筒 | 二 | 二 | 二 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 特一 |
| 框架 | 三 | 三 | 二 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 一 | |
| 加强层 区间 | 核心筒 | 一 | 一 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 |
| 框架 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | |
| 水平外伸构件 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | |
| 水平环带构件 | 二 | 二 | 一 | 一 | 一 | 特一 | 特一 | 特一 | 特一 | |
注：加强层区间指加强层及其相邻各一层的坚向范围。
12.2.7 加强层及相邻上、下层框架柱和核心筒的配筋应加强。 加强层及其相邻上、下层的框架柱, 箍筋应全柱段加密。轴压比限值应比其他楼层框架柱的数值减小0.05。 加强层及其相邻层核心筒剪力墙应设置约束边缘构件。
12.2.
8 加强层及其相邻层楼盖刚度和配筋应加强。
12.2.
9 在施工顺序上应采取有效措施, 减少由于结构竖向温度变形及轴向压缩差对加强层的影响。对混凝土结构应设置后浇带, 在主体结构完成后再浇筑后浇带。 说明：如果仲臂在安置后就立即与竖向构件完全连接, 则由于施工过程中外柱和内筒的竖向压缩变形和温度变形不同,竖向变形差会使伸臂产生初始应力, 这对伸臂构件后期受力是很不利的, 为了减小这种初始应力, 可将伸臂的一端与竖向构件不完全连接 (可采用临时固定或椭圆孔连接),在整个结构施旺完成后, 大部分的竖向变形已基本稳定肘, 再将连接节点完全固定。
12.3 错层高层建筑
12.3 错层高层建筑
12.3.1
错层结构属竖向布置不规则结构，错层部位的竖向抗侧力构件受力复杂，容易产生较多应力集中部位。框架结构错层更不利，容易形成短柱与长柱沿竖向交替出现的不规则体系。因此，高层建筑尽可能不采用错层结构，7
度和8
度抗震设防的剪力墙结构错层建筑的房屋高度分别不宜大于80m
和60m,
框架—剪力墙结构不应大于80m
和60m
。
12.3.2 错层两侧宜采用结构布置和侧向刚度都相近的结构体系，楼板错层处宜同一钢筋混凝土梁将两侧楼板连成整体，此时梁腹水平截面宜满足因错层产生的水平剪力的要求，必要时可将梁截面加腋，如图12.3.2，以传递错层的水平剪力。结构计算时若两侧柱高不等，则应考虑两侧柱抗侧刚度不同时引起的影响。
12.3.
3
在错层位置,
平面内和平面外,
均宜设置可靠的抗侧力的剪力墙，剪力墙的厚度不应小于250mm,
并应设置与之垂直的墙肢或扶壁柱。
错层处剪力墙的抗震等级均应提高一级,
混凝土强度等级不应低于C30,
墙体水平及竖向分布筋配筋率不应低干0.5%
。
12.3.4
错层处框架柱的截面高度不应小于600mm,
混凝土强度等级不应低于C30,
箍筋应全柱段加密,
可采用型钢混凝土柱或钢管混凝土柱以提高构件的抗震性能。
框架柱的抗震等级应提高一级,
若原为特一级可不再提高。
12.3.5
错层结构计算时,
错开的楼层应备自作为一层进行分析。错开的楼层不应归并为一个刚性楼板,
计算分析模型应能反映错层影响。
12.3.
6
错层结构错层处的框架柱受力复杂,
易发生短柱受剪破坏,
因此在设防烈度地震作用下,
错层处框架柱的截面承载力宜满足设防烈度士也震 (
中震)
作用下性能水准2
的设计要求。
12.4 连体结构
12.4 连体结构
12.4.1
连体结构各独立部分宜有相同或相近的体型、平面布置和刚度；宜采用双轴对称的平面形式。7
度、8
度抗震设计时，层数和刚度相差悬殊及B
级高度高层建筑不宜采用连体结构。
12.4.2
对于连体的各独立部位体型、平面、刚度相近时，连接体与主体结构宜采用刚性连接，连接体结构的主要结构构件应至少伸入主体结构一跨并可靠连接；必要时可延伸至主体部位的内筒，并与内筒可靠连接。连接体与主体结构采用刚性连接时，应注意连接部位的应力集中，应提高节点核心处的受剪承载能力。
刚性连接的连接体结构可设置钢梁、钢桁架、型钢混凝土梁,
型钢应伸入主体结构至少一跨并可靠锚固。连接体结构的边梁截面宜加大;
楼板厚度不宜小于150mm,
宜采用双层双向钢筋网,
每层每方向钢筋网的配筋率不宜小于0.25%
。
当连接体结构包含多个楼层时,
应特别加强其最下面一个楼层及顶层的构造设计。
12.4.3
对于各独立部分体型、平面、刚度不同时,
则连接体结构与主体结构可采用一端固定、一端滑动连接,
但支座滑移量应能满足两个方向在罕遇地震作用下的位移要求,
并应采取防坠落、撞击措施。计算罕遇地震作用下的位移时，应采用时程分析方法进行复核计算。
12.4.4
刚性连接的连体部分较薄弱时,
需考虑结构整体模型计算和分开计算模型的不利情况。
12.4.5
连体结构自振振型较为复杂。抗震计算时,
应进行详细计算分析,
分析振型数宜取分析单体结构时振型数乘以独立结构数。
12.4.6
连体结构竖向振动舒适度应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-201
第3.7.7
条的规定。
12.4.7
刚性连接的连体部分楼板应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
对框支转换层楼板的截面剪力设计值的验算要求；计算剪力可取最不利工况组合下连体楼板承担的两侧塔楼楼层地震作用力之和。
12.4.
8 7
度 (0-15g)
和8
度抗震设计时,
连体结构的连接体应考虑竖向地震作用的影响。跨度大于12m
的连体计算竖向地震作用时,
宜参照竖向时程分析结果确定。
12.4.
9
连接体及与连接体相连的结构构件在连接体鬲度范围及其上、下层,
抗震等级应提高一级采用,
一级提高至特一级,
但抗震等级己经为特一级时应允许不再提高；
与连接体相连的框架柱在连接体高度范围及其上、下层,
箍筋应全柱段加密配置,
轴压比限值应按其他楼层框架柱的数值减小0.05
采用;
与连接体相连的剪力墙在连接体高度范围及其上、下层应设置约束边缘构件。
12.5 多塔楼结构、竖向体型收进、悬挑结构
12.5 多塔楼结构、竖向体型收进、悬挑结构
12.5.1
对于多塔楼结构、竖向体型收进和悬挑结构，其共同的特点就是结构侧向刚度沿竖向发生刚烈变化，往往在变化的部位产生结构的薄弱部位，应注意分析和加强。
12.5.2
竖向体型收进、悬挑结构在体型突变的部位，楼板承担着很大的面内应力，为保证上部结构的地震作用可靠地传递到下部结构，多塔楼结构以及体型收进、悬挑结构的竖向体型突变部位的楼板宜加强，楼板厚度不宜小于150mm
，宜双层双向配筋，每层每方向钢筋网的配筋率不宜小于0.25%
，体型突变部位上、下层结构的楼板也应加强构造措施。
12.5.3
多塔楼高层建筑结构应符合下列规定： 1
大底盘上偏置的单塔或多塔结构属于坚向不规则结构,
且扭转反应较大,
结构布置时,
上部塔
楼结构的综合质心宜与底盘质心接近,
不宜大于底盘相应边长的20%,
应满足大底盘的层间位移比的要求。
对于多个塔楼仅通过地下室连为一体,
地上无裙房或有局部小裙房但不连为一体的情况,
一般不属于大底盘多塔楼结构。 2
多塔楼结构的计算 1
〉从概念上来说并不存在一个针对整体结构的周期比。只能从整体计算模型中离散分析出各个塔的周期,
以此计算出各塔的周期比。也可以把各个塔独立取出并带至少两跨裙房,
按照各个单塔计算其周期比。 2)
多塔楼结构的位移比控制计算应采用整体模型,
考虑各塔之间的相互影响。底盘之上的每层各个塔分别计算最大水平位移与平均位移的比值、最大层间位移和平均位移的比值,
底盘各楼层攒整体计算位移比。 3)
内力分析和截面配筋计算时,
应采用整体模型,
按楼板的实际情况采用刚性或弹性。 4)
对多塔楼结构,
宜补充计算各塔楼分开的模型,
并采用按整体模型和各塔楼分开的模型两者比较较不利的结果进行结构设计。当塔搂周边的裙楼超过两跨时,
分塔楼模型宜至少附带两跨的裙楼结构。 3
抗震设计时带转换层塔楼不宜将转换层设置在底盘顶面之上,
转换层宜设置在底盘楼层范围内。 4
对塔楼结构 (
单塔与多塔〉的底部薄弱部位应予以特别加强。塔楼中与裙房连接体相连的外围柱、
剪力墙,
从固定端至裙房屋面上一层的高度范围内,
枉纵向钢筋的最小配筋率宜适当提高,
柱箍筋宜在裙楼屋面上、下层的范围内全高加密,
剪力墙宜设置约束边缘构件;
；当塔楼结构与底盘结构偏心收进时,
应加强底盘周边竖向构件的配筋构造措施。 5
一幢楼的两部分仅靠一狭窄的板带连接时,
尽管在设计中考虑楼板削弱产生的不利影响 (
包括结构分析和构造加强),
但仍按一个结构单元迸行设计是不妥的。在地震作用下,
连接板带很快会产生裂缝,
较早进人塑性状态。这时,
宜将两部分分别按大底盘双塔连接和分开为两个独立的结构单元模型计算,
各自都应符合承载能力和变形要求,
在考虑两者的最不利情况下采取相应的措施。
12.5.
4
悬挑结构设计应符合下列规定： 1
悬挑部位应采取降低结构自重的措施； 2
悬挑部位结构宜采用冗余度较高的结构形式; 3
结构内力和位移计算中,
悬挑部位的楼层宜考虑楼板平面内的变形,
结构分析模型应能反映水平地震对悬挑部位可能产生的竖向振动效应; 4 7
度(0.15g)
和8
、9
度抗震设计时,
悬挑结构应考虑竖向地震的影响; 6
、7
度抗震设计时,
悬挑结构宜考虑竖向地震的影响; 5
抗震设计时,
悬挑结构的关键构件以及与之相邻的主体结构关键构件的抗震等级应提高一级采用,
一级应提高至特一级,
抗震等级已经为特一级时,
允许不再提高； 6
在预估罕遇地震作用下,
悬挑结构关键构件的承载力宜符合性能水准3
的设计要求。
12.5.5
体型收进高层建筑结构、底盘高度超过房屋高度20%
的多塔楼结构的设计应符合下列规定： 1
体型收进处宜采取措施减小结构刚度的变化，上部收进结构的底部楼层层间位移角不宜大于相邻下部区段最大层间位移角的l.15
倍; 2
抗震设计时,
体型收进部位上、下各两层塔楼周边竖向结构构件的抗震等级宜提高一级采用,
一级应提高至特酬级,
抗震等级已经为特一级时,
允许不再提高。 3
结构偏心收进时,
应加强收进部位以下两层结构周边竖向构件的配筋构造措施。
12.6 复杂及超限高层建筑设计注意事项
12.6 复杂及超限高层建筑设计注意事项
12.6.1
下列高层建筑工程属于超限高层建筑工程，按住房和城乡建设部规定在结构初步设计阶段申报抗震设防专项审查： 1
房屋高度超过《建筑抗震设计规范》GB50011-2010
第6
章现浇钢筋混凝土结构和第8
章钢结构最大适用高度，超过《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
第11
章混合结构，第7
章中有较多短肢墙的剪力墙结构，第10
章中错层结构最大适用高度的高层建筑。 2
建筑结构布置属于第12.1.3
条规定的特别不规则结构。
12.6.2
不应同时采用多塔、连体、错层、带转换层以及带加强层五种类型中的三种以上的复杂类型。7
度和8
度抗震设计的高层建筑不宜同时采用超过两种本章所规定的复杂结构。9
度抗震设计时不应采用带转换层的结构、带加强层的结构、错层结构和连体结构。
12.6.
3
按复杂或超限程度,
针对薄弱部位采取比规范、规程规定的更严格的计算与构造措施。如对局部薄弱部位提高抗震等级,
部分重要构件的承载力设计满足中震下处于弹性工作状态,
采用静力弹塑性分析或动力弹塑性分析其薄弱部位等。
12.6.
4
多塔、连体、错层以及带转换层、加强层等复杂高层结构,
应尽量减少不规则的类型和不规则程度；一般不宜超过《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ32010
规定的最大适用高度。
12.6.5
对于严重不规则结构及房屋高度超过《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3
—2010
的B
级高度,
或在房屋高度、平面、竖向规则性三方面均不满足规范、规程有关规定时,
应特别慎重研究,
如改变结构类型、政变结构材料或采用抗震新技术等。
12.6.
6
结构计算分析时应注意： 1
结构总地震剪力以及各层的地震剪力与其上各层总重力荷载代表值的比值，应符合抗震规范的要求,
Ⅲ、Ⅳ类场地条件时尚宜适当增加(
如10%
左右)
。竖向不规则结构的薄弱层应乘以1.25
增大系数。当结构底部的总地震剪力偏小需调整时,
其以上各层的剪力也应适当凋整。 2
体型复杂、结构布置复杂以及B
级高度高层建筑结构,
应采用至少两个不同力学模型的结构分析软件进行整体计算。 3
抗震设计时, B
级高度的高层建筑结构和复杂高层建筑结构，尚应符合下列规定： 1)
宜考虑平扭耦联计算结构的扭转效应,
振型数不应小于15
，对多塔楼结构的振型数不应小于塔楼数的9
倍,
且计算振型数应使振型参与质量不小于总质量的90%; 2
）应采用弹性时程分析法进行补充计算; 3)
宜采用弹塑性静力或弹塑性动力分析方法补充计算。
4
结构时程分析所用的水平、竖向地震时程曲线应符合规范要求,
持续时间一般不小于结构基本周期5
倍 (
即结构屋面对应于基本周期的位移反应不少于5
次往复),
应按弹性时程分析结果一般取多条波的平均值,
超高较多或体型复杂时取多条波的包络。 5
薄弱层地震剪力和不落地竖向构件传给水平转换构件的地震内力的调整系数取值，应根据超限的具体情况大于规范的规定值，楼层刚度比值的控制值仍需符合规范要求。 6
上部墙体开设边门洞等的水平转换构件，应根据具体情况加强；必要时宜采用重力荷载下不考虑墙体共同工作的手算复核。
12.6.7
当建筑房屋高度超过《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
的限值，或不规则性超出《建筑抗震设计规范》GB50011-2010
与《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
规定时，应按比这两本规范规定更严格的要求采取概念设计与抗震性能设计的方法进行设计，结构性能化设计方法可参考本措施附录D
。 1)
当房屋高度超过现行规范适用范围较多、
或特别不规则的高层建筑结构且不规则的程度超过现行标准限值较多、结枸延性变形能力较差时,
设计时应满足:
①全部构件的抗震承载力应满足小震弹性设计要求,
层间位移应满足现行规范要求;
②结构的薄弱部位或重要剖位构件的抗震承载力应满足中震弹性设计要求； (
计算中应采用各项作用的分项系数、材料分项系数和抗震承载力凋整系数,
但可不考虑地震内力调整〉
③大震时可考虑部分构件有中等破坏,
但不发生剪切破坏等脆性破坏,
应按非线性计算。
2)
当房屋高度和不规则性超过现行标准的限值较小时,
结构设计应满足：
① 全部构件的抗震承载力应满足小震弹恃设计要求,
层间位移应满足现行规范要求;
② 结构的薄弱部位或重要构件应满足中震不屈服(
即不考虑内力调整的地震作用、各项作用分项系数、抗震承载力调整系数均取1,
材料均取标准值);
但对干巳是特一级的墙和柱应满足更严格的要求,
结构按非线性计算,
允许有些选定部位进人屈服阶段但不得发生剪切破坏等脆性破坏; ③ 大震应满足薄弱部位或重要部位构件允许达到屈服阶段, 但绡构满足比规范更严格的变形限制(如混凝土结构的层间变形控制在l/200)，竖向构件不发生剪切等脆性破坏, 结构应进行非线性计算。
13 混合结构
.
13.1 混合结构一般规定
13.1 混合结构一般规定
13.1.1 适用高度和侧移限值
1 混合结构系指外围钢框架或型钢混凝土、钢管混凝土框架与钢筋混凝土核心筒所组成的框架-核心简结构以及由外围钢框简或型钢混凝土、钢管混凝土框筒与钢筋混凝土核心筒所组成的简中筒结构。应注意:为减少柱子尺寸或增加延性而在混凝土柱中设置构造型钢,而框架梁仍为钢筋混凝土粱时, 该体系不宜视为混合结构; 此外对于体系中局部构件(如框支粱柱）采用型钢梁柱(型钢混凝土梁柱)也不应视为混合结构。
混合结构适用的最大高度应符合表13.1.l-l的要求。
表13.1.1-1 钢—混凝土混合结构房屋适用的最大高度（m）
| 结构体系 | 非抗震 设计 | 抗震设防烈度 | |||||
| 6 度 | 7 度 | 8 度 | 9 度 | ||||
| 0.2g | 0.3g | ||||||
| 框架—核心筒 | 钢框架—钢筋混凝土核心筒 | 210 | 200 | 160 | 120 | 100 | 70 |
| 型钢（钢管）混凝土框架—钢筋混凝土核心筒 | 240 | 220 | 190 | 150 | 130 | 70 | |
| 筒中筒 | 钢外筒—钢筋混凝土核心筒 | 280 | 260 | 210 | 160 | 140 | 80 |
| 型钢（钢管）混凝土外筒—钢筋混凝土核心筒 | 300 | 280 | 230 | 170 | 150 | 90 | |
注: l 房屋高度指室外地而到主要屋面板板顶的高度(不包括局部突出屋面的水箱、电梯机房、构架等的高度〕。 2 平面和竖向均不规则的结构,最大适用高度应适当降低。 3 当房屋高度超过表中数值时,结构设计应有可靠侬据并采取进一步有效措施。
2 水平侧移的限值 在风荷载及多遇地震标准值作用下, 按弹性方法计算的楼层层间最大水平位移与层高的比值Δu/h不宜超过表13.1.1-2中的规定。
表13.1.1-2ΔU/h的限值
| 结构体系 | H ≤150m | H ≥250 | 150m ＜H ＜250m |
| 框架—核心筒 | 1/800 | 1/500 | 1/800 ~1/500 线性插入 |
| 筒中筒 | 1/100 | 1/1000 ~1/500 线性插入 |
注：H指房屋高庹。
13.1.2 结构布置 1 平面布置宜简单、规则、对称, 尽量使刚心与质量中心重合, 具有足够的抗扭刚度, 避免由于结构的非对称而弓|起的扭转振动以及在凹角处的应力集中。 2 竖向布置宜符合下列要求： 1）结构的侧向刚度和承载力沿竖向宜均匀变化，构件截面宜由下至上逐渐减小，无突变； 2）混合结构的外围框架柱沿高度宜采用同类结构构件；当上部与下部结构的类型和材料不同时，连接处应设置过渡层，且单柱的抗弯刚度变化不宜超过30%，避免刚度好承载力的图突变； 3）对于刚度突变的楼层，如转换层、加强层、空旷的顶层、顶部突出部分，应采取可靠的过渡加强措施； 4) 钢框架部分采用支撑时, 根据需要可采用中心支撑、偏心和耗能支撑,且宜在相互垂直的两个方向连续布置,耳相交接;为了保证安全,支撑框架在地下部分,应满足内力的传递要求,并宜延伸至基础。 在支撑框架中对支撑斜杆与梁进行偏心连接的设计意图, 是要构成耗能梁段。因此,偏心支撑框架中每一根支撑斜杆的两端,至少有一端与梁相交(不在柱节点处),另一端可在梁与柱交点处进行连接,或偏离另一根支撑斜杆一段长度与梁连接,并在支撑斜杆杆端与柱子之间构成一耗能梁段, 或茌两根支撑斜杆的杆端之间构成一耗能梁段。偏心支撑的设置能保证塑性铰出现在粱端,其在地震作用下,会产生塑性剪切变形, 因而具有良好的耗能能力, 同时保证斜杆及柱子的轴向承载力不至于降低很多。还有一些耗能支撑, 主要通过增加结构的阻尼来达到耗能的目的, 从而减少建筑物顶部的加速度及层间变形。
13.1.3 设计要求 1 混合结构体系的高层建筑,7度抗震设计时,宜在楼面钢梁或型钢混凝土梁与钢筋混凝土筒体交接处及混凝土筒体四角墙内设置型钢柱; 8、9度抗震设计时,应在楼面钢梁或型钢混凝土梁与钢筋混凝土筒体交接处及混凝土筒体四角墙内设置型钢柱。 2 混合结枸中, 外围框架平面内梁巧柱应采用刚性连接; 楼面梁与钢筋混凝土筒体及外围框架柱的连接町采用铰接或刚接。 3 筒中筒结构体系中, 角柱宜采用方形、十字形或圆形截面,并宜采用高强度钢材。 4 较高的高层建筑一般都需设置设备层或避难层, 因此可以利用这些楼层位置设置伸臂桁架加强层, 混合结构加强层的设置相关要求详本措施第8、12章。 5 楼板体系应具有良好的水平刚度和整体性,其布置应符合下列规定: 1) 楼面宜采用压型钢板现浇混凝土组合楼板、现浇钢筋混凝土楼板或预应力混凝土叠合楼板。在压型钢板与混凝土之间需采用焊钉以传递压型钢板与混凝土叠合面之间的剪力。如采用钢梁,楼板与钢梁应设可靠连接措施。压型钢板、现浇钢筋混凝土楼板与钢梁连接可采用剪力栓钉,栓钉数量应通过计算确定。 2）如楼板开洞较大时,或为转换层的楼板时,应采用现浇混凝土楼板。楼板开大洞口时,宜采用考虑搂板变形的程序进行内力和位移的计算,或采取设置刚性水平支撑等加强措施。 3）机房设备层、避难层及外伸臂桁架上下弦杆所在楼层宜采用钢筋混凝土楼板,并应采取加强措施。
13.2 混合结构计算要点
13.2 混合结构计算要点
13.2.1 抗震等级
钢—混凝土混合结构房屋抗震设计时，应根据设防类别、烈度、结构类型和房屋高度采用不同的抗震等级，并应符合相应的计算和构造措施要求。
注：1 钢结构构件抗震等级，抗震设防烈度为6、7、8、9度时应分别取四、三、二、一级。 2 当建筑场地为Ⅰ类时，应允许按表总括号内抗震等级采取抗震构造措施；当建筑场地为Ⅲ、Ⅳ类时，宜按表中括号内抗震等级采取抗震构造措施。 3 Ⅲ、Ⅳ类场地且设计基本地震加速度为0.15g和0.30g的丙类建筑按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.9.2条提高一度确定抗震构造措施时，如果房屋高度超过一度后对应的房屋最大适用高度，则应采取对比抗震等级更有效的抗震构造措施。
注：同表13.2.1-1。
13.2.2 抗震设计时应满足以下要求: 1 混合结构体系，应由钢筋混凝土筒体承受主要的水平力，并采取有效措施，保证钢筋混凝土筒体的延性。 保证筒体的延性可采取下列措施： 1）通过确定合理的墙厚来控制剪力墙的剪应力水平； 2）保证核心筒角部的完整性； 3) 剪力墙的端部设置型钢柱，四周配以纵向钢筋及箍筋形成完整暗柱； 4）核心筒的开洞位置尽量对称均匀； 5）连梁采用本措施第5章介绍的交叉斜向配筋方式。
2 混合结构体系中，由于钢筋混凝土核心筒抗侧刚度较钢框架大很多，在强烈地震作用下，承担了绝大部分地震力的核心筒墙体可能损伤严重，经内力重分布后，外围框架会承担较大的地震作用，它的破坏和竖向承载力的降低将会危及房屋的安全，因而有必要对钢框架承受的地震力进行调整，使其承担一定比例的地震作用，以形成混凝土核心筒和钢框架的双重抗侧力体系。实际操作时, 如果按照《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 第9.1.11条的规定调整钢框架的内力,会使钢框架柱的截面太大, 为解决这一矛盾,可参照《高层建筑钢-混凝土混合结构设计规程》(CECS230:2008)第4.1.3条采调整钢框架的内力。
说明:美围2000IBC有关该内容的新规定是:“双重体系的抗弯框架应能至少承受25%的设计力,总地震力应由钢框架和剪力墙或支撑框架按刚度比例分配”。经过问美国UBC和IBC参编专家咨询,此处总地震力和设计力都是指层剪力。《高煌建筑钢-混凝土混合结构设计规程》(CECS230:2008)编制组根据清华大学用推覆分析法对20个钢框架-混凝上核心筒计算模型进行的静力弹塑性分析研究,从承载能力、破坏模式、框架破损程度三个方面所做的比较研究表明:上部各楼层框架剪力不应低于本层结构剪力的13%。考虑了一定安全系数后,《高层建筑钢-混凝土混合结构设计规程》(CECS230:2008)对8、9度地区的双重抗侧力体系结构,提出了框架承担的层剪力不应小于总层剪力18%的要求,设防烈度降低后,要求的分担率可适当降低。具体内容详见《高层建筑钢-混凝土混合结构设计规程》 (CECS230: 20U8)第4.1.3条。
13.2.3 计算规定
1 在进行弹性阶段的内力、位移计算时，对钢梁及钢柱可采用钢材的截面计算，对型钢混凝土构件、钢管混凝土柱的刚度可采用型钢部分刚度与钢筋混凝土部分的刚度之和。
EI=EcIc+EaIa ┐
EA=EcAc+EaAa ┤ （13.2.3）
GA=GcAc+GaAa ┘
式中
E
c
I
c
、E
c
A
c
、G
c
A
c——分别为钢筋混凝土部分的截面抗弯刚度、轴向刚度及抗剪刚度；
E
a
I
a
、E
a
A
a
、G
a
A
a——分别为型钢、钢管部分的截面抗弯刚度、轴向刚度及抗剪刚度。
2 无端柱型钢混凝土剪力墙可近似按相同截面的混凝土剪力墙计算其轴向、抗弯和抗剪刚度，可不计端部型钢对截面刚度的提高作用。
3 有端柱型钢混凝土剪力墙可按H形混凝土截面计算其轴向和抗弯刚度, 端柱内型钢可折算为等效混凝土面积计入H形截面的翼缘面积,墙的抗剪刚度可不计入型钢作用。
4 弹性分析时,宜考虑钢梁与现浇混凝土楼板的共同作用,梁的刚度可取钢粱刚度的1.5
~2.0倍, 但应保证钢梁与楼板有可靠的连接。弹塑性分析时,可不考虑楼板与梁的共同作用。
5 内力及位移计算中, 设置外伸臂桁架的楼层以及楼板开大洞的楼层应考虑楼板在平面内的变形。
6 竖向荷载作用计算时,宜考虑钢柱、型钢混凝土（钢管混凝土)柱与钢筋混凝土核心筒竖向变形差异引起的结构附加内力,计算竖向变形差异时宜考虑混凝土收缩、徐变、沉降及施工调整等因素的影响。
7 当混凝土核心筒先于外围框架施工时,应考虑施工阶段混凝土核心筒在风荷载及其他荷载作用下的不利受力状态;应验算在浇注混凝土之前外围型钢结构在施工荷载及可能的风载作用下的承载力、稳定及变形, 并据此确定钢框架安装与浇注混凝土楼层的间隔层数。
8 混合结构在多遇地震下的阻尼比可取为0.04。风荷载作用下楼层位移验算和构件设计时,阻尼比可取为0.02-0.04。
13.2.4 构件计算
1 混合结构中的钢构件应按《钢结构设计规范》GB50017-2003及《高层民用建筑钢结构技术规范》JGJ99-1998 进行设计；
2 钢筋混凝土构件应按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010、《混凝工t结构设计规范》GB50010-20l0和本措施进行设计；
3 型钢混凝土构件可按《钢骨混凝土结构技术规程》(YB9082-2006)进行设计；
4 矩形钢管混凝土构件可按《矩形钢管混凝土结构技术规程》CECS159:2004及《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010迸行设计；
5 钢管混凝土构件可按《钢管混凝土结构设计与施工规程》CECS28:90及《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中的附录F进行设计；
6 钢管高强混凝土柱的萁他计算,可参考《高强混凝土结构设计与指南》第二版,中国建筑工业出版社2001；
7 型钢混凝土计算图表可以查《型钢混凝土组合结构构造与计算手册》,中国建筑工业出版社2004。
13.3 构造措施
13.3 构造措施
13.3.1
型钢混凝土构件所用型钢的材质要求 1
宜采用Q235
等级B
、C
、D
的碳素结构钢，以及Q345
等级B
、C
、D
、E
的低合金高强度结构钢。其质量标准应分别符合现行国家标准《碳素结构钢》GB/T700-2006
和《低合金高强度结构钢》GB/T1591-2008
的规定。 2
当焊接型钢的钢板厚度大于或等于50mm,
并承受沿厚度方向的拉力作用时，应按现行国家标准《厚度方向性能钢板》GB/T5313-2010
的规定，其附加板厚方向的截面收缩率不得小于标准Z15
规定的允许值。
13.3.
2
型钢混凝土结构构件中的型钢钢板不宜过薄，以利于焊接和满足局部稳定的要求。型钢混凝土柱和梁的型钢板件的宽厚比满足白哦13.3.2
中要求时，可不进行局部稳定验算（如图13.3.2
）。
表13.3.2 型钢板件宽厚比限值
| 钢号 | 梁 | 柱 | |||
| H 、+ 、T 形截面 | 箱形截面 | ||||
| B/t f | h w /t w | B/t f | h w /t w | h w /t w | |
| Q235 | 23 | 107 | 23 | 96 | 72 |
| Q345 | 19 | 91 | 19 | 81 | 61 |
| Q390 | 18 | 83 | 18 | 75 | 56 |
图13.3.2 型钢板件示意
13.3.3 型钢混凝土构件中均采用全截面对称配置 说明：在实际工程的应用中，梁及柱子内的型钢都采用全截面对称配置，对于提高承载能力有利。所配置的型钢充分发挥其最大作用，对于减少梁或柱子的截面尺寸，提高梁柱的刚度，节约建筑适用空间，具有实际意义。所以一般不采用配置部分不对称型钢，或仅在受拉区配置型钢的方式，这样在实际工程中毫无疑义。因为这样做起不到减小梁或柱截面面积及增加刚度的作用。
13.3.4 型钢混凝土柱构造要求 1 轴压比要求 当考虑地震作用组合时，钢—混凝土混合结构中型钢混凝土柱的轴压比不宜大于表13.3.4-1值。
表13.3.4-1 型钢混凝土柱轴压比限值
| 抗震等级 | 一 | 二 | 三 |
| 轴压比限值 | 0.70 | 0.80 | 0.90 |
注：1 转换柱的轴压比限值应比表中数值减少0.10采用； 2 剪跨比不大于2的柱，其轴压比限值应比表中数值减少0.05采用； 3 当混凝土强度等级大于
C60时，表中数值宜减少0.05； 4 钢管混凝土柱可不受本表限制。
型钢混凝土柱的轴压比可按下式计算：
μN=N/(fcAc+faAa) (13.3.4)
式中
μ
N－－型钢混凝土柱的轴压比；
N－－考虑地震组合的柱轴向力设计值；
A
c－－扣除型钢后的混凝土截面面积；
f
c－－混凝土的轴心抗压强度设计值；
f
a－－型钢的抗压强度设计值；
A
a－－型钢的截面面积。
2 混凝土强度等级不宜低于C30，混凝土内粗骨料最大粒径不宜大于25mm。型钢柱中型钢的保护层厚度不宜小于150mm；柱纵向钢筋净间距不宜小于50mm,且不应小于柱纵向钢筋直径的1.5倍；柱纵向钢筋型钢之间净距离不应小于30mm，超过300时纵筋之间宜附加配置直径不小于14mm的纵向构造筋；柱子纵向钢筋最小配筋率不宜小于0.8%，且在四角各配置一根直径不小于16mm的纵向钢筋。 3 房屋的底层、顶层以及型钢混凝土与钢筋混凝土交接层的型钢混凝土柱子宜设置栓钉，型钢截面为箱形的柱子也宜设置栓钉，竖向及水平向栓钉间距按计算确定，水平间距不宜大于250mm。 4 型钢混凝土柱的含钢率不宜小于4%。 5 型钢混凝土柱的长细比不宜大于80。 6 型钢混凝土柱的箍筋要求： 1）宜采用HRB335和HRB400级热轧钢筋。非抗震设计时，箍筋直径不应小于8mm,箍筋间距不应大于200mm。抗震设计时，箍筋端头应做成135°弯钩，弯钩的直段不小于8d。 2）抗震设计时，柱端箍筋应加密，加密区范围应取矩形截面柱长边、圆柱的直径、柱净高的1/6及500mm，其中最大值；对剪跨比不大于2的柱，其箍筋均应全高加密，箍筋间距不应大于100mm。 3）型钢混凝土柱箍筋应符合表13.3.4-2中的要求，加密区箍筋最小体积配箍率应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中的要求，加密区箍筋最小体积配箍率应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中第11.4.6条的要求，非加密区箍筋最小体积配箍率不应小于加密区箍筋最小体积配筋率的一般；对剪跨比不大于2的柱，箍筋最小体积配筋率尚不小于1.0%，9度抗震设计时尚不应小于1.3%；框支柱、一级角柱和剪跨比不大于2的柱，箍筋均应全层高加密，箍筋间距不应大于100mm。
表13.3.4-2 型钢混凝土柱箍筋直径和间距（mm）
| 抗震等级 | 箍筋直径 | 非加密区箍筋间距 | 加密区箍筋间距 |
| 一 | ≥12 | ≤150 | ≤100 |
| 二 | ≥10 | ≤200 | ≤100 |
| 三、四 | ≥8 | ≤200 | ≤150 |
注：箍筋直径除应符合表中要求外，尚不应小于纵向钢筋直径的1/4
；
6 在抗震设计中，为了充分发挥钢筋的作用，同时考虑施工时，便于浇灌柱内混凝土，可采用四角集中配筋，如图13.3.4-1所示。
13.3.5 圆形钢管混凝土柱可按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录F进行设计，尚应符合下列构造要求： 1 钢筋的直径不宜小于400mm,壁厚不宜小于8mm; 2 钢管外径与壁厚的比值D/t 宜在
之间，
f
y为钢材的屈服强度； 3 圆钢管混凝土柱的套箍指标
不应小于0.5，也不宜大于2.5； 4 柱子的长细比不宜大于80； 5 轴心压力偏心率
e
0/
γ
c不宜大于1.0；
e
0为偏心距，
γ
c为核心混凝土横截面半径； 6 钢管混凝土柱与框架梁刚性连接时，柱内或柱外应设置与梁上、下翼缘位置对应的加劲肋；加劲肋设置雨柱内时，应留孔以利混凝土浇灌；加劲肋设置于柱外时，应形成加劲环板。 7 直径大于2m的圆形钢管混凝土构件应采取有效措施减少钢管内混凝土收缩对构件受力性能的影响。 8 钢管可以采用直缝焊接接管，或无缝钢管。焊缝必须采用全熔透的对接焊缝，应符合二级以上焊缝的标准。采用无缝钢管时应在施工图说明中对其成品的负公差提出质量要求。
13.3.6 矩形钢管混凝土柱应符合下列构造要求： 1 钢管截面短边尺寸不宜小于400mm； 2 钢管壁厚不宜小于8mm; 3 钢管截面的高宽比不宜大于2，当矩形钢管混凝土柱截面最大边尺寸大于等于800mm时，宜采取在柱子外壁上焊接栓钉、纵向加劲肋等构造措施； 4 钢管管壁板件的边长与其厚度的比值不应大于
； 5 柱的长细比λ不宜大于80； 6 矩形钢管混凝土柱的轴压比应按本措施公式（13.3.4）计算，并不宜大于表13.3.6的限值。
表13.3.6 矩形钢管混凝土柱轴压比限值
| 一级 | 二级 | 三级 |
| 0.70 | 0.80 | 0.90 |
13.3.7 混合结构中的钢柱脚的做法要求 1 抗震设计时，型钢混凝土柱宜采用埋入式柱脚，埋入深度应通过计算确定，且不宜小于型钢柱截面长边尺寸2.5倍。当有地下室时，型钢也可锚在基础底板面。型钢可采用锚板式, 采取有效的加强锚固措施来解决,如在锚板上增加钢筋, 扩大混凝土内的锚固范围。 2 埋入式柱脚，在柱脚部位和柱脚向上延伸一层的范围内宜设置栓钉，栓钉的直径不宜小于19mm，其竖向及水平间距不宜大于200mm,栓钉歪型钢边缘距离宜不小于50mm。 当轴力较大时, 应通过计算确定栓钉的数量。 3 抗震设计时,应对钢筋混凝土筒体墙加强部位按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010有关规定进行配筋。 4 采用埋入式柱脚时，柱脚型钢与钢筋混凝土之间的最小保护层厚度规定, 如图l3.3.7示,中间柱子的混凝土保护层厚度不得小于180mm, 边柱不得小于250mm。
13.3.8 型钢混凝土梁的构造要求 1 混凝土等级不宜小于C30, 混凝土粗骨料最大粒径不宜大于25mm;型钢宜采用Q235及Q345级钢材，也可采用Q390或其他符合结构性能的钢材；型钢混凝土粱的纵向配筋率不宜小于0.3%;梁中型钢的保护层厚度如图13.3.8所示。梁纵向钢筋净间距及梁纵向钢筋与型钢骨架之间净距不应小于30mm, 且不小于粗骨料最大粒径的1.5倍及梁纵筋直径的1.5倍; 梁纵筋不宜超过二排，且笫二排只宜在最外侧设置。
图13.3.8 型钢梁中型钢保护层厚度示意
2 梁中纵向受力钢筋宜采用机械连接。如纵向钢筋贯穿型钢柱腹板并以90°弯折固定在柱截面内时，抗震设计的弯折前直段不应小于0.4倍的钢筋抗震基本锚固长度
l
abE,弯折直线段不应小于15d倍纵向钢筋直径。非抗震设计的弯折前直段长度不应小于0.4倍的钢筋基本锚固长度
l
ab, 弯折直段长度不应小于12倍纵向钢筋直径。 3 梁上开洞不宜大于梁截面总高的0.4倍。且不宜大于内含型钢截面高度的0.7倍，并应位于梁高及型钢高度的中间区域，验算强度后采取加强措施。 4 型钢混凝土悬臂粱自由端的纵向受力钢筋应设置专门的锚固件，型钢梁的上翼缘宜设置栓钉;型钢混凝土转换梁在型钢上翼缘宜设置栓钉，以抵抗混凝土与型钢之间的纵向剪力。栓钉的最大间距不宜大于200mm, 栓钉的最小间距沿梁轴线方向不应小于6倍的栓钉杆直径, 垂直梁方向的间距不应小于4倍的栓钉杆直径, 且栓钉中心至型钢板件边缘的距离不应小于50mm。栓钉顶面的混凝土保护层厚度不应小于15mm。 5 型钢混凝土梁沿全长箍筋应满足下列要求。 1) 箍筋的最小面积配筋率应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的第11.4.3条规定 2) 型钢混凝土粱应采用具有l35°弯钩的封闭式箍筋,弯钩的直段长度不应小于8倍箍筋直径。抗震设计时, 梁箍筋的直径和间距应符合表13.3.8 中的要求, 且箍筋间距不应大于梁截面高度的1/2。非抗震设计时, 梁箍筋直径不应小8mm, 箍筋间距不应大于250mm。抗震设计时, 梁端箍筋应加密,加密区范围, 一级为2.0h; 二、三、四级l..5h, 当梁的净跨小于梁截面高度h的4倍时, 应全跨加密。
2
梁中纵向受力钢筋宜采用机械连接。如纵向钢筋贯穿型钢柱腹板并以90
°弯折固定在柱截面内时，抗震设计的弯折前直段不应小于0.4
倍的钢筋抗震基本锚固长度labE,
弯折直线段不应小于15d
倍纵向钢筋直径。
非抗震设计的弯折前直段长度不应小于0.4
倍的钢筋基本锚固长度lab,,
弯折直段长度不应小于12
倍纵向钢筋直径。 3
梁上开洞不宜大于梁截面总高的0.4
倍。且不宜大于内含型钢截面高度的0.7
倍，并应位于梁高及型钢高度的中间区域，验算强度后采取加强措施。 4
型钢混凝土悬臂粱自由端的纵向受力钢筋应设置专门的锚固件，型钢梁的上翼缘宜设置栓钉;
型钢混凝土转换梁在型钢上翼缘宜设置栓钉，以抵抗混凝土与型钢之间的纵向剪力。栓钉的最大间距不宜大于200mm,
栓钉的最小间距沿梁轴线方向不应小于6
倍的栓钉杆直径,
垂直梁方向的间距不应小于4
倍的栓钉杆直径,
且栓钉中心至型钢板件边缘的距离不应小于50mm
。栓钉顶面的混凝土保护层厚度不应小于15mm
。 5
型钢混凝土梁沿全长箍筋应满足下列要求。 1)
箍筋的最小面积配筋率应符合《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010
的第11.4.3
条规定 2)
型钢混凝土粱应采用具有l35
°弯钩的封闭式箍筋,
弯钩的直段长度不应小于8
倍箍筋直径。抗震设计时,
梁箍筋的直径和间距应符合表13.3.8
中的要求,
且箍筋间距不应大于梁截面高度的1/2
。非抗震设计时,
梁箍筋直径不应小8mm,
箍筋间距不应大于250mm
。抗震设计时,
梁端箍筋应加密,
加密区范围,
一级为2.0h;
二、三、四级l..5h,
当梁的净跨小于梁截面高度h
的4
倍时,
应全跨加密。
表13.3.8 梁箍筋直径和间距（mm）
| 抗震等级 | 箍筋直径 | 非加密区箍筋间距 | 加密区箍筋间距 |
| 一 | ≥12 | ≤180 | ≤120 |
| 二 | ≥10 | ≤200 | ≤150 |
| 三 | ≥10 | ≤250 | ≤180 |
| 四 | ≥8 | 250 | 200 |
注：非抗震设计时，箍筋直径不应小于8mm
，箍筋间距不应大于250mm
。
13.3.9 型钢混凝土梁柱节点构造 1 节点箍筋间距不宜大于柱端加密区间距的1.5倍，箍筋直径不宜小于柱箍筋加密区的箍筋直径；钢骨梁中的钢筋穿富哦梁柱节点时，宜避免穿过柱型钢翼缘；如穿过柱翼缘时，应考虑型钢柱翼缘损失，并予以补强；如穿过柱腹板时，柱腹板截面损失率不宜大于25%，超过时应补强。梁中主筋不得与柱型钢直接焊接。 2 型钢柱在梁水平翼缘处应设置加劲肋，其构造不应影响混凝土浇筑密实。 3 钢梁或型钢混凝土梁与钢筋混凝土筒体应可靠连接，应能传递竖向剪力及水平力，当通过埋件与钢筋混凝土筒体连接时，预埋件应有足够的锚固长度, 做法可按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 第11.4.16条规定。
4 钢管混凝土柱与型钢混凝土梁的节点连接可按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录F进行设计。一般型钢混凝土梁的竖向剪力由竖向钢牛腿传递，在钢管外圈梁的位置处，设置上下加强环板，挑出上下翼缘传递矩，如图13.3.9-1（b)所示。如果梁的剪力较大时，将承受剪力的钢牛腿的竖向板贯通钢管中心，其做法如图13.3.9-1（a)所示。
如采用钢梁时,钢梁的上下翼缘与上下加强环的牛腿上下翼缘相焊接。钢梁的腹板与穿心板采用高强螺栓相连接如图13.3.9一2所示。
梁的钢筋如图13.3.9一3所示直接穿过钢管柱时应注意对钢管进行补强。
图13.3.9-3 梁筋穿钢管柱示意
13.3.10 当核心筒墙体承受的弯矩、剪力和轴力均较大时, 核心筒墙体可采用型钢混凝土剪力墙或钢板混凝土剪力墙。钢板混凝土剪力墙的构造设计应符合本措施第13.3.13、13.3.14条的规定,其受剪截面及受剪承载力应符合本措施第13.3.11、13.3.12条的规定。
13.3.11 钢板混凝土剪力墙的受剪截面应符合下列规定:
1 持久、短暂设计状况
2 地震设计状况
捡跨比λ大于2.5时
捡跨比λ不大于2.5时
式中
V——钢板混凝土剪力墙截面承受的剪力设计值;
V
cw——考虑钢筋混凝土截面承担的剪力设计值;
λ——计算截面的剪跨比。当λ<1.5时,取入=1.5,当λ>2.2时, 取λ=2.2当计算截面与墙底之间的距离小于0.5hwo时，λ应按距离墙底0.5hwo处的弯矩值与剪力值计算；
f
a——剪力墙端部暗柱中所配型钢的抗压强度设计值；
A
al——剪力墙一端所配型钢的截面面积，当两端所配型钢截面面积不同时，取较小一端的面积；
f
sp——剪力墙墙身所配钢板的抗压强度设计值；
A
sp——剪力墙墙身所配钢板的横截面面积。
13.3.12 钢板混凝土剪力墙偏心受压时的斜截面受剪承载力，应按下列公式进行验算： 1 持久、短暂设计状况
2 地震设计状况
式中 N——剪力墙承受的轴向压力设计值，当大于0.2
f
c
b
w
h
w时，取为0.2
f
c
b
w
h
w。
13.3.13 型钢混凝土剪力墙、钢板混凝土剪力墙应符合下列构造要求： 1 抗震设计时，一、二级抗震等级的型钢混凝土剪力墙、钢板混凝土剪力墙底部加强部位，其重力荷载代表值作用下墙肢的轴压比不宜超过《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的限值，轴压比应按下式计算：
式中
N——重力荷载代表值作用下墙肢的轴向压力设计值；
A
c——剪力墙墙肢混凝土截面面积；
A
a——剪力墙所配型钢的全部截面面积。
2 型钢混凝土剪力墙、钢板混凝土剪力墙在楼层标高处宜设置暗梁； 3 端部配置型钢的混凝土剪力墙，型钢的保护层厚度宜大于100,mm;水平分布钢筋应绕过或穿过墙端型钢，且应满足钢筋锚固长度要求; 4 周边有型钢混凝土柱和梁的现浇钢筋混凝士剪力墙, 剪力墙的水平分布钢筋应绕过或穿过周边柱型钢,且应满足钢筋锚固长度要求；当采用间隔穿过时, 宜另加补强钢筋。周边柱的型钢、纵向钢筋、箍筋配罩应符合型钢混凝土柱的设计要求。
13.3.14 钢板混凝土剪力墙尚应符合下列构造要求: 1 钢板混凝土剪力墙体中的钢板厚度不宜小于10mm, 也不宜大于墙厚的1/15; 2 钢板混凝土剪力墙的墙身分布钢筋配筋率不宜小于0.4%, 分布钢筋间距不宜大于200mm, 且与钢板可靠连接； 3 钢板与周围型钢构件宜采用焊接； 4 钢板与混凝土墙体之间连接件的构造要求可按照现行国家标准《钢结构设计规范》GB50017-2003中关于组合梁抗剪连接构件要求执行，栓钉间距不宜大于300mm； 5 在钢板墙角部1/5 板跨且不小于1000mm范围内, 钢筋混凝土墙体分布钢筋、抗剪栓钉间距宜适当加密。
14 常用建筑结构设计软件应用
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14.1 SATWE(2010版)新增参数的正确设置
14.1 SATWE(2010版)新增参数的正确设置
SATWE是专门为多、高层建筑结构分析与设计而研制的空间结构有限元分析软件,适用于各种体型的多、高层钢筋混凝土框架、框架-剪力墙、剪力墙、简体结构等,以及钢一混凝士混合结构和高层钢结构。
对于一个新建工程,在PMCAD模型中已经包含了部分参数,这些参数可以为PKPM系列的多个软件模块所公用,但对于结构分析而言并不完备,SATWE在PMCAD参数的基础上,提供了一套更为丰富的参数并不断完善,以适应结构分析和设计的需要。
2010版SATWE针对2010系列新规范新增了若干参数,下面对这些新增参数的设置进行详细的说明。
14.1.1 总信息
1 嵌固端所在层号
《建筑抗震设计规范》GB5001l-2010第6.1.3-3 条规定了地下室作为上部结构嵌固部位时应满足的要求；《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第6.1.10条规定剪力墙底部加强部位的确定输嵌固端有关;《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第6.1.14条提出了地下室顶板作为上部结构的嵌固部位时的相关计算要求。针对以上条文, SATWE新增了参数“嵌固端所在层号”。
“嵌固端所在层”即上部结构中被“嵌同”的那一层,当地下室顶板作为嵌固部位时,那么嵌固端所在层为地上一层,即嵌固端所在层号为“地下室层数刊+1”；如果在基础顶面嵌固,嵌固端所在层号即为1。程序缺省的嵌固端所在层号为“地下室层数+1”,如果修改了地下室层数,应注意确认嵌固端所在层号是否需相应修改。
2 结构体系
与旧版SATWE相比,增加了“部分框支剪力墙结构”、“单层钢结构厂房”、“多层钢结构厂房”和“钢框架结构”三种类型,取消了“短肢剪力墙”和“复杂高层结构”。新版SATWE读入旧版数据时,对于“短肢剪力墙结构”自动转换为“剪力墙结构”,“复杂高层结构”转换为 “部分框支剪力墙结构”,用户应注意予以确定。
3 地震作用计算信息
《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第4.3.14规定：跨度大于24m的楼盖结构、跨度大于12m的转换结构和连体结构,悬挑长度大于5m的悬挑结构,结构竖向地震作用效应标准值宜采用时程分析方法或振型分解反应谱方法进行计算。因此, 新版SATWE新增了按竖向振型分解反应谱方法计算竖向地震的选项。
4 特征值求解方式
仅在选择了“计算水平和反应谱方法竖向地震”时,才允许选择“特征值求解方式”。
14.1.2 风荷载信息
1 X、Y向结构基本周期
“结构基本周期\”用于风荷载脉动增大系数ξ的计算, 见《建筑结构荷载规范》GB51009-2001公式(7.4-2-2)。新版SATWE可以分别指定X向和Y向的基本周期,用于X向和Y向风荷载的计算。
对于比较规则的结构，可以采用近似方法计算基本周期：框架结构T=（0.08-0.10）N;框架结构、框筒结构T=（0.06-0.08）N;筒中筒结构T=(0.05-0.06)N，其中N为结构层数。
程序按简化方式对基本周期赋初值，用户可以在SATWE计算完成后,得到了准确的结构自振周期,再回到此处将新的周期值填入,然后重新计算,从而得到更为准确的风荷载。
2 风荷载作用下结构的阻尼比
与“结构基本周期”类似,也用于风荷载脉功增大系数ξ的计算。新建工程第一次进行SATWE时,会根据“结构材料信息”自动对“风荷载作用下的阻尼比”赋初值:混凝土结构及砌体结构0.05,有填充墙钢结构0.02,无填充墙钢结构0.010。旧版SATWE确定风荷载脉功增大系数是按照《建筑结构荷载规范》GB51009-2001表7.4.3条根据结构材料查表取值；2010版则根据公式(7.4.2-2)直接计算,因此新旧版风荷载值可能略有差异。
3 承载力设计囟时风荷载效应放大系数
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第4.2.2条规定:“对风荷载比较敏感的高层建筑,承载力设计时应按基本风压的1.1倍采用。对于正常使用极限状态设计,一般仍可采用基本风压值或由设计人员根据实际情况确定。”也就是说, 部分高层建筑可能在风荷载承载力设计和正常使用极限状态设计时, 需要采用两个不同的风压值。为此,SATWE新增了“承载力设计时风荷载效应放大系数”,用户只需按照正常使用极限状态确定风压值,程序在进行风荷载承载力设计时,将自动对风荷载效应进行放大, 相当于对承载力设计时的风压值迸行了提高,这样一次计算就可同时得到全部结果。填写该系数后,程序将直接对凤荷载作用下的构件内力进行放大,不改变结构位移。
结构对风荷载是否敏感,以及是否需要提高基本风压,规范尚无明确规定,应由设计人员根据实际情况确定。程序缺省值为1.0。
4 用于舒适度蹿的风压、阻尼比
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.7.6规定: 房屋高度不小于150m的高层混凝土建筑结构应满足风振舒适度要求。SATWE根据《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ3-2010第5.5.1-4条,对风振舒适度进行验算。验算结果在 WMASS.0UT文件中输出。验算风振舒适度时,要用到“风压”和“阻尼比”,其取值与风荷载计算时采用的“基本风压”和“阻尼比”不同, 因此单独列出,仅用于舒适度验算。按照《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010要求, 验算风振舒适度时结构阻尼比宜取0.0l~0.02,程序缺省取0.02,“风压”缺省与风荷载计算的“基本风压”取值相同,用户应按相关规范修改。
14.1.3 地震信息
1 钢框架抗震等级
其中钢框架的抗震等级是2010版新增的选项,用户应依据《建筑抗震设计规范》CB5O011-2010第8.1.3条的规定来确定。对于混凝土框架和钢框架,程序按照材料进行区分:纯钢截面的构件取钢框架的抗震等级:混凝土或钢与混凝土混合截面的构件,取混凝土框架的抗震等级。
2 X、Y向柏对偶然偏心
当勾选了“考虑偶然偏心”后,允许用户修改X和Y向的相对偶然偏心值,缺省为0.05。也可点取“指定偶然偏心”按钮,分层分塔填写相对偶然偏心值。
3 地震影响系数最大值
“地震影响系数最大值”即旧版中的“多遇地震影响系数最大值”,用于地震作用的计算,无论多遇地震或中、大震弹性或不屈服计算时均应在此处填写“地震影响系数最大值”。
4 地震影响系数最大值
“用于12层以下规则混凝土框架结构薄弱层验算的地震影响系数最大值”即旧版的“罕遇地震影响系数最大值，仅用于12层以下规则混凝土框架结构的薄弱层验算。
5 竖向地震作用系数底线值
根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第4.3.15条规定：大跨度结构、悬挑结构、转换结构、连体结构的连接体的竖向地震作用标准值不宜小于结构或构件承受的重力荷载代表值与表4.3.15所规定的竖向地震作用系数的乘积。程序设置“竖向地震作用系数底线值”这项参数以确定竖向地震作用的最小值,当振型分解反应谱方法计算的竖向地震作用小于该值时,将自动取该参数确定的竖向地震作用底线值。程序按不同的设防烈度确定缺省的竖向地震作用系数底线值, 设防烈度修改时,该参数也联动改变,用户也可自行修改。
6 按中震 (或大震）设计
这是针对结构抗震性能设计提供的选项。
结构性能设计在具体提出性能设计要点时,才能对其进行有针对性的分析和验算,不同的工程,其性能设计要点可能各不相同,软件不可能提供满足所有设计需求的万能方法,因此, 用户可能需要综合多次计算的结果,自行判断才能得到性能设计的最终结果。
依据《高层建筑混凝上结构技术规程》JGJ3-20l0第3.1l节,综合其提出的5类性能水准结构的设计要求,SATWE提供了中震〔或大震)弹性设计、中震(或大震）不屈服设计两种方法:
无论选择弹性设计还是不屈服设计,均应在“地震影响系数最大值”中填人中震或大震的地震影响系数最大值,程序将自动执行如下规则:
中震或大震的弹性设计：
1)与抗震等级有关的增大系数均取为1;
中震或大震的不屈服设计:
1) 荷载分项系数均取为1;
2）与抗震等级有关的增大系数均取为1;
3) 抗震调整系数γ
RE取为 1;
4) 钢筋和混凝土材料强度采用标准值。
14.1.4 活荷信息
1 考虑结构使用年限的活荷载调整系数
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 第5.6.1条规定: 持久设计状况和短暂设计状况下,当荷载与荷载效应按线性关系考虑时,荷载基本组合的效应设计值应按下式确定:
Sd=γGSGk+γLΨQγQSQk+ΨwγwSwk (14.1.4)
其中
,γ
L为考虑设计便用年限的可变荷载(楼面活荷载)调整系数,设计使用年限为50年时取1.0, 设计使用年限为l00年时取1.1。新版SATWE增加了该系数,缺省值为1.0。在荷载效应组合时活荷载组合系数将乘上考虑使用年限的活荷载调整系数。
14.1.5 调整信息
1 连梁刚度折减系数
根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第5.2.1 规定“高层建筑结构地震作用效应计算时,可对剪力墙连梁刚度予以折减,折减系数不宜小于0.5。”指定该折减系数后,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。
2 梁刚度系数按2010规范取值
考虑楼板作为翼缘对梁刚度的贡献时,对于每根梁,由于截而尺寸和楼板厚度的差异,其刚度放大系数可能各不相同,SATWE提供按2010规范取值的选项,勾选此项后,程序将根据《混凝士结构设计规范》GB50010-2010 第5.2.4条的表格, 自动计算每根梁的楼板有效翼缘宽度,按照T形截面与梁截面的刚度比例,确定每根梁的刚度系数。
刚度系数计算结果可在“特殊构件补充定义”中查看,也可以在此基础上修改。
3 强、弱轴方向动位移比例(0
~1)
当选择按《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第5.2.5条规定进行剪重比调整时,程序可按《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第5.2.5条文说明的方法,针对反应谱的加速度控制段、速度控制段和位移控制段采用不同的调整方法。当“强、弱轴方向动位移比例”为0时,按加速度控制段进行调整; 当“强、弱轴方向动位移比例”为1时,按位移控制段进行调整;当“强、弱轴方向动位移比例”为0.5时,按速度控制段进行调整。
4 薄弱层地震内力放大系数
《建筑抗震设计规范》GB50011-2010规定薄弱层的地震剪力增大系数不小于1.15,《高层建筑混
凝土结构技术规程》JGJ3-2010则由02规程的1.15增大到1.25。SATWE对薄弱层地震剪力调整的做
法是直接放大薄弱层构件的地震作用内力,因此,新版增加了“薄弱层地震内力放大系数”,由用户指
定放大系数,以满足不同需求。程序缺省值为1.25。
5 指定的加强层个数及相应的各加强层层号
加强层是新版SATWE新增的参数,由用户指定。程序自动实现如下功能: (a)加强层及相邻层柱、墙抗震等级自动提高一级;(b)加强层及相邻层轴压比限值喊小0.05; (c）加强层及相邻层设置约束边缘构件。
14.1.6 设计信息
1 梁、柱保护层厚度
根据《混凝土结构设计规范》GB50010-2010规定,保护层厚度指截面外边缘至最外层钢筋(箍筋、构造筋、分布筋等)外缘的距离,用户应注意按新的要求填写保护层厚。
2 剪力墙构造边缘构件的设计执行《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-20l0第7.2.16-4条
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第7.2.16-4条规定:“抗震设计时,对于连体结构、错层结构以及B级高度高层建筑结构中的剪力墙(简体),其构造边缘构件的最小配筋应按照要求相应提高。”勾选此项时,程序将一律按照《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010 第7.2.16-4条的要求控制构造边缘构件的最小配筋,即对于不符合上述条件的结构类型,也进行从严控制；如不勾选,则程序一律不执行此条规定。
3 结构中的框架部分轴压比按照纯框架结构的规定采用
根据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第8.1.3条,框架-剪力墙结构,底层框架部分承受的地震倾覆力矩的比值在一定范围内时,框架部分的轴压比需要按框架结构的规定采用。勾选此选项后,程序将一律按纯框架结构的规定控制结构中框架的轴压比,除轴压比外,其余设计仍遵循框剪结构的规定。
4 指定的过渡层个数及相应的各过渡层层号
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第7.2.14-3条规定:“B级高度高层建筑的剪力墙,宜在约束边缘构件层与构造边缘构件层之间设置1
~2层过渡层;”程序不自动判断过渡层,用户可在此指定。程序对过渡层执行如下原则:
l)过渡层边缘构件的范围仍按构造边缘构件;
2)过渡层剪力墙边缘构件的箍筋配置按约束边缘构件确定一个体积配箍率(配箍特征值λ
c),又按构造边缘构件为0.1,取其平均值。
14.2 广厦建筑结构通用分析与设计软件GSSAP
14.2 广厦建筑结构通用分析与设计软件GSSAP
14.2.1 使用范围
广厦建筑结构通用分析与设计软件GSSAP简称广厦通用计算GSSAP，由广东省建筑设计研究院和深圳市广厦软件有限公司开发，是一个力学计算部分采用通用有限架构，同时与结构设计规范相结合的建筑结构分析与设计软件。GSSAP是广厦建筑结构CAD系统的计算核心,与广厦建筑结构CAD其它系列软件一道，可完成从三维建模、通用有限元分析、基础设计，道施工图生成的一体化结构设计。
GSSAP 满足《建筑抗震设计规范》GB50011-2010、《混凝土结构设计规范》GB50010-2010和《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010等设计规范的要求。适用于各种结构形式，包括多高层混凝土结构、多高层钢结构、钢—混凝土混合结构。
在GSSAP基础上扩展的广厦建筑结构弹塑性静力和动力分析软件GSNAP,接力GSSAP完成弹塑性静力推覆和弹塑性动力时程分析,确定结构的弹塑性抗震性能和薄弱层情况。
14.2.2 应用过程
采用GSSAP的结构设计流程:
结构计算模型可以来源于广厦录入系统,也可以来源于PKPM的数据模型,经GSSAP空间分析和楼板砖混计算,完成施工图和基础设计,最后进行自动概预算完成整个过程。 GSSAP可应用于两个设计过程: 总体设计和构件设计。 总体设计中输出的结构整体计算结果包括:结构计算参数、结构位移、特征周期和地震作用、结构水平力效应验算和内外力平衡验算。 构件设计中输出的墙、柱、梁和板计算结果包括: 构件超筋超限警告, 墙、柱、梁和板的内力及配筋。 GSNAP 自动读取随唧计算的配筋结果,进行弹塑性静力推覆和弹塑性动力时程分析, 在图形方式中查看弹塑性静力推覆和弹塑性动力时程分析结果。
14.2.3 特殊参数的合理选取
通用计算的一个特点就是构件计算参数完全开放。GSSAP既有总体计算参数,也有构件屈性参数,譬如,总体计算参数有抗震等级设置,构件属性中也有,缺省下随总信息,这样既保持了计算的易用性,又保持了计算的通用性。以下介绍几个计算参数的合埋选取:
1 梁配筋计算考虑压筋和板的影响
计算粱受拉钢筋时,可考虑压筋和梁侧两边板的影响,合理节省钢材, 同时达到强柱弱梁的目的。
2 考虑填充墙刚度
通过填充墙刚度参与和不参与计算得到的两平动周期T1和T2,可确定本结构准确的周期折减系数
T
l
/T
2。
3 所有楼层分区强制采用刚性楼板假定
若选择按实际模型计算,每一楼层的刚板、弹性板和独立节点自动按实际刚度情况计算,刚板、弹性板柏独立节点个数不限。
若选择按刚性模型计算,一个平面内每个塔(区)有一刚心,塔外节点自动为弹性,如下图一个平面内有3个刚心,3个塔之间的节点自动为弹性节点。
4 地震水准和性能要求
每次只进行一个指定地震水准下的性能计算, 对于不同的地震水准下的性能计算, 设计人员要计算多次, 并人工取太值, 完成规范要求的各类性能计算的要求。
5 地震作用方向
可取最多8个地震作用方向,单位度,一般取侧向刚度较强和较弱的方向为理想地震作用方向。0度和180度为同一方向,不需输入两次, 输入次序没有从小到太或从大到小要求。
程序在每个地震方向计算刚度比、剪重比和承载力比,自动求出和处理相应的内力调整系数,考虑每个地震方向的偶然偏心和双向地震作用,每个方向的计算和输出内容是一样的。
6 风方向 可取最多8个风方向， 单位度, 一般取刚度较强和较弱的方向为理想风方向。与地震计算方向设置不同的是,O度和180度为不同的风方向,一般需同时设置0度和180度。输入次序没有从小到大或从大到小要求。
14.2.4 模型的合理简化
1 楼梯刚度应参与整体的抗震计算
抗震规范要求框架结构中,楼梯刚度应参与整体的抗震计算。GSSAP中包含12种楼梯可参与整体的抗震计算。
2 板刚度与整体的抗震计算
空心现浇板、转换层、无梁楼盖和斜屋面等楼板刚度影响较大的结构应考虑楼板刚度参与整体的计算,GSSAP在板截面中可指定空心现浇板截面,在板属性中可指定计算单元为壳元,充分考虑了板单元剖分规则性和相邻板节点对齐这两个关键问题,任意剖分长度下都可得到弹性准确解。
在录入“板几何编辑—修改截面”中,可输入现浇空心板(内模可采用筒芯或箱体),并指定板的计算单元为板单元或壳单元。
在GSSAP中计算实际的自重(扣除空心郜分),板经细分后进行空间应力分析,计算内力、配筋和两方向肋梁最大箍筋,最后按空心板规程进行剪切验算,图形显示的板壳结果中有空心板节点结果,显示板的冲切剪切时趾示两方向肋梁最太箍筋(cm²/0.1m）和两方向最大剪切验算。
轻质实心筒芯或块体的重量可作为重力恒载输入。
暗梁截面尺寸为墙柱之间实心部分的尺寸,宽度大约1-2m,高度与板厚相同,梁的配筋结果即为暗梁处的配筋。
3 温度应力分析功能的使用
在录入系统中布置墙柱梁板荷载时,“温度”工况,可输入均匀升降温(构件温度随时间的均匀变化)和温度梯度(某时构件内外侧温度不同）,也可同其它静力荷载类型输入荷载值。
在计算中自动等效为等效静力荷载,温度荷载只是静力荷载的一种工况,空间分析同其它静力荷载一样。自功与其它荷载进行组合。
采用应力松弛系数来考虑钢筋混凝土结构的徐变, 实际温差乘以应力松弛系数作为计算温差, 应力松弛系数根据温差变化过程的缓慢程度不同可取0.3-0.5,温差变化过程快时应力松弛数大, 反之则小。
4 连梁的计算和设计
连梁自动判定条件：两端为剪力墙，至少一端墙轴线方向与梁相同（程序判断小于25度）且跨高比小于等于5。被虚柱打断的连梁能自动判定，超出自动判定的范围时，请修改梁属性中的设计类型，可指定连梁或去掉连梁指定。
连梁的混凝土等级随各层信息时, 连梁随墙的各层信息. 连梁抗震等级随总信息时. 随墙的总信息。
当考虑连梁刚度折减时,只在地震分析中考虑,不能在静力和风荷载分析中折减连梁刚度,静力和风荷作用下连梁是不能开裂和破坏的,所以地震分析和静力或风分析的刚度是不同的,若不考虑这一点,墙内力计算结果偏小,框架结果偏大。
5 柱帽的计算
在录入“墙柱几何编辑二”中增加“布置柱帽”和“删除柱幅”命令, 当柱帼周边的梁宽≤0.15或梁高≤0.5时,GS5AP采用上下柱内力差的所有基本组合进行柱对板的冲切验算,在“图形方式”的板壳结果显示柱对板冲切剪切比,冲切比<1.0不满足。 柱对板的冲切验算时中柱和角柱可自动判定, 边柱请在录入的柱属性中人工指定。
14.2.5 计算结果的正确判断 1 自振周期 对于比较正常的工程设计, 其不考虑折减的计算自振周期太概在下列范围内: 框架结构：
T1=(0.08~0.10)n (14.2.5-1)
框架—剪力墙结构和框架—核心筒结构：
T1=(0.06~0.08) (14.2.5-2)
剪力墙结构和筒中筒结构：
T1=(0.04~0.05)n (14.2.5-3)
式中n为建筑物层数。 如果计算结果偏离上述数值太远,应考虑工程中截面是否太大、太小,剪力墙数量是否合理,应适当予以凋整。反之,如果截面尺寸、结构布置都正常,无特殊情况而偏离太远,则应检查输入数据是否有错误。 2 内外力平衡 平衡条件程序SS和SSW本身已严格检查,但为防止计算过程中的偶然因素,必要时可检查底层的平衡条件:
∑N i =G
∑Vi=∑P (14.2.5-4)
N
i——底层柱、墙在组重力荷载下轴力, 其和应等于总重量G。校核时,不应考虑分层加载。
V
i——荷载作用下的底层墙柱剪力,求和时应注意局部坐标与整体坐标的方向不同,∑P为全部风力值。注意不要考虑剪力调整和施工过程影响。
对地震作用不能校核平衡条件,因为各振型采用SRSS法或CQC法迸行内力组合后,不再等于总地震作用力。 GSSAP有文本输出整个结构的内外力平衡。
3 三维各工况下位移动画 在“图形方式”中查看恒、活、地震和风等各工况下三维位移动画,可以检查墙柱梁板的位移搅协调情况,正常的位移可以保证计算的正确性。
14.2.6 GSSAP应用问题处理 1 计算的周期出错 减少地震信息的振型数,或振型计憎算方孛去选择其它计算方法。 2 提示质量为零 结构只有地下室，并设置了地下室嵌固,改为地下室有侧约束设。 3 计算出错终止 删除空间楼梯，重新布置。 数据检查有没有梁高架上梁标高大于层高的情况。 4 与其它计算对比分析 周期有差别，检查质量和梁刚度放大系数是否相同。 配筋有差别，检查控制内力和单工况内力是否差别。
14.3 ETABS结构软件应用
14.3 ETABS结构软件应用
14.3.1 ETABS中文版简介及使用范围
ETABS 是美国CSI公司开发的一款建筑结构三维有限元分析国际通用软件。ETABS中文版是在此基础上开发的具有中文界面和中国设计规范的结构分析与设计软件系统，ETABS中文版是在此基础上开发的具有中文界面和中国设计规范的结构分析与设计软件系统。ETABS中文版不仅已全面贯入中国设计规范，同时也集成了美国、加拿大、欧洲及其他大部分国家和地区的结构设计规范，可以完成结构设计工作。
ETABS主要适用于多、高层建筑结构的分析和设计，特别适用于“层”概念清晰的结构体系，可以是混凝土结构、钢结构或混凝土结构。
14.3.2 ETABS 中文版适用常见问题举例
1 快速建立模型的方法。
熟练掌握软件的操作方法和理论技术，是快速建立模型的基础。同时，合理利用已有数据也能加快建模过程。利用已有数据是指读入其他程序生成的数据文件，这可以通过ETABS的“导入”命令实现或开发相关的数据转换工具。ETABS可以直接导入以下一些文件格式：
1）ETABS.e2k文本文件。这是 以文本形式保存的ETABS模型文件，其中包含了所有模型信息。如果想批量修改模型中的材料、荷载、构件属性等信息，可以直接以文本方式修改e2k文件中对应的数据，再导入ETABS中，从而实现模型的快速更新。并且，低版本ETABS程序可以通过导入e2k文件来打开高版本ETABS模型，注意导入前需要修改e2k文件中的版本号信息。
2)DXF文件。DXF是AutoCAD生成的数据格式之一。工程师可以直接将结构平面图或结构三维图的DXF文件导入ETABS中生成初始模型。需要注意的是，导入DXF结构平面图时，由于结构平面图的表达方式和结构分析模型平面布置存在明显差异，一般建议先导入结构平面轴网信息，再在ETABS中绘制结构构件，既提高效率又保证模型的准确性。若结构比较复杂，直接导入大量结构构件，可能因构件节点间存在的误差或导入过程的未知错误，增加模型检查的工作量或导致模型不可用。
3）IFC文件。ETABS提供了基于IFC标准的数据接口，可以实现三维建筑数据的交换，这是致力于跨专业模型数据交互的有益实践，推动BIM在工程中的真正实现。
4)其它格式。例如Revit Structure文件、ProSteel文件、STAAD文件等等，实现了ETABS与国际上其它常用软件间的数据交互。ETABS与国内常用软件如PKPM的数据交互，主要通过开发相应的转换工具来实现。SATWEtoETABS是主要的转换工具之一，适用时的注意事项请参见程序自带的软件说明，或可联系北京金土木软件技术有限公司获取SATWEtoETABS的更新信息。
除了上诉提及的数据交互方式，还可以通过基于已创建的ETABS模型数据来简化建模过程。不同工程之间可能存在大量相同的备选材料、备用截面以及工况定义，这些数据在不同的ETABS模型中时可以共享的。只需要在一个已有的ETABS模型中详细添加材料、截面、工况等数据的定义，例如其名称为“AAA.edb”。再次新建模型时，可在新模型初始化适用“选择.edlb”命令（如图14.3.2-1），然后选择AAA.edb,即可导入相同的材料、截面、工况等数据，无需重新定义。
2 普通楼板和不规则楼板的处理方式有何不同。
普通楼板的主要作用是传递露面荷载。在ETABS中使用“膜”属性的面对象来模拟常规的楼板形式。程序在分析时，会自动将露面荷载及楼板自重双向板的传力模式传递到周边的梁、墙上。工程师在建模时，可以跨越梁、墙来布置楼板，程序会自动在梁、墙处对楼板进行剖分，确保传力路径的准确性。注意，如果梁、墙的平面布置异常复杂，梁格分布不规则，跨越梁’墙布置的楼板，程序难以自动识别部分范围，此时建议按各梁格区域小范围地布置楼板。
不规则楼板如楼板局部大开洞、楼板间存在弱连接等情况，楼板尺寸和平面刚度急剧变化，楼板自身的受力状态引入关注。类似的情况还有转换厚板，其自身的变形和受力也是研究重点。这时，在ETABS中应使用“ 壳”属性的面对象来模拟。程序中，“膜”仅具有平面内刚度，“壳”单元剖分的合理性与计算结果的准确性密切相关。认为制指定的剖分尺寸要适当，既满足分析精度也不至于使分析规模过于庞大而耗用大量分析时间。另外，注意勾选相关的选项，确保楼板与相邻结构构件具备共用剖分点使之变形协调。ETABS自带的“自动线束缚”功能可以使不同剖分尺寸的面对象在共用边变形协调、传力连续。这些程序内嵌的关键技术是确保计算结果准确的前提保证。
3 对含有剪力墙的结构进行分析时的注意事项。
在ETABS中,剪力墙要使用“壳”属性的面对象来模拟。对于连梁,由于其跨高比较小,也建议使用“壳”模拟。“壳”的剖分尺寸会直接影响到分析精度和分析耗时。一般建议, 在进行剪力墙剖分前,先粗略计算一次, 检查模型的传力、荷载、质量等数据, 结果正常后进行壳对象剖分, 分析得到周期、变形、内力等数据, 核查无误后再进行设计。对于连梁高度较小的剪力墙,连梁的剖分尺寸一般比墙肢要小, 或连粱按照数目进行剖分, 以确保剪力墙分分析结果的准确性。
在进行剪力墙设计之前,需要为各段墙肢和连梁指定墙肢\\ 连梁标签(这个操作可以由程序自动完成),标签的作用实质是为墙肢、连梁内力的统计范围提供标识。程序中,壳单元的分析结果是单元应力(如图14.3.2-2左),对同一墙肢或连粱的应力进行积分得到单元内力后才能开始构件设计(如图14.3.2-2右)。墙肢和连梁的标签,是赋予构件的设计属性,便程序能相应地进行压弯剪配筋计算。例如,标注为“Pw1”的墙肢,会被识别为一个独立的墙肢构件进行压弯设计。所以,在同一楼层中,
不同的墙肢构件一定要对应不同的标签。当然,在不同楼层,标签名称相同不会带来问题。初期使用者时常会忽略标签指定,导致ETABS提示剪力墙不能被设计。
4 位移结果异常的原因。
结构总信息文本文件中，会输出各楼层的位移角结果。有时会发现有些结果值异常大，难以解释。这通常是由于模型中存在“空点”造成的，所谓“空点”即在模型中没有和任何结构构件相连的节点，自身没有任何刚度。下面以两个例子简要说明“空点”的形成。图14.3.2-3是某高层结构顶部若干层的局部三维视图，结构顶部几层的角柱位置发生了变化，采用梁托柱的方式将其位置向内偏移少量距离。这使得角柱竖向不连续。然而，在建模过程中，绘制虚面时很容易忽视这个变化，仍按照下部楼层的平面宽度绘制所有楼层的迎风（或背风）面，导致顶部几层在角部形成若干空点。因而，程序在计算风荷载作用下的位移时，这些空点会导致结果异常。
图14.3.2-4是某超高层结构的一个剖面视图,该结构由于建筑造型的需要, 存在较多的悬臂梁和外围斜撑。然而, 虚面的绘制是直接在平面视图中进行的, 但由于各层平面沿高度存在外扩或缩进的变化,导致相邻楼层平面的外围点上下并不对应。图中所示的“空点”的位置, 也是由于虚面绘制不当造成的,同样会导致异常的位移结果。
上述是两个很典型的形成“空点”的实际例子。这些“空点”只从属于虚面却不和任何实际结构构件相连接,刚度为零,但不能直接被删除,从而导致计算结果异常。这提醒我们建模过程的细心和耐心很必要,同时还要选对正确的建模方式。如在布置虚面、虚线前,先清理空点;在缩进楼层或外扩楼层处,采用三维空间视图创建虚面等。以上两个例子风荷载的施加都无需采用绘制虚面的办法,而是直接指定“准刚性隔板”,这样偻板仍保持弹性变形,但程序会自动识别结构平面的实际宽度来计算风荷载的受荷范围。
5 建模完成后, 如何有效地检查模型。 模型的合理性会直接影响分析过程能否完成以及分析结果是否有效。ETABS是一款操作灵活、数据开放的软件, 程序自身不会设置不必要的“内置假定”或“黑箱操作”,这从另一方面也要求工程师对于分析模型的几何构成、荷载施加以及传力路径有比较清晰的认识。在建立模型的过程中,应避免因几何位置误差、刚度奇异或约束不足而形成病态结构。通过以下三种方法可以检查模型中是否存在引起结构病态的因素。
1) 运行“检查模型”命令。检查内容主要包括:检查是否有线重叠或面重叠(构件重叠可能会导致传力不明确、面剖分异常等问题）；检查所有位于设定检查容差范围内的点(距离太近的点很可能是构件搭接存在微小空隙或局部重叠)；面剖分及面荷载传递(剖分异常可能导致楼板的局部振动或生成奇异单元而影响计算精度)。默认情况下,检查模型命令是针对整个模型进行的。对于体量大的复杂模型,运行一次检查模型耗费的时间会比较长。这时,工程师可选择一些可能存在问题的部位,在检查模型对话框中勾选“仅所选对象”,程序会只针对已选择的对象进行检查。检查完毕后, 程序会弹出列有错误信息的对话框, 并自动将这些信息保存为与模型同名的.wrn文件。错误信息中会提示出现问题的位置 (构件编号、几何坐标等),工程师按此查看。同时程序会自动选择引起错误的构件,在视图中仅显示所选构件,工程师可逐一进行核查、修改。
2) 利用模态分析检查结构的刚度和质量分布情况。如果结构模型中存在机构或不稳定因素,通常可以通过前几阶模态反映山来。此时结构的前几阶模态的周期数值十分异常,且前几阶模态变形通常是明显异常的局部振动,这时工程师应仔细检查相应部位的构件连接关系。 3）查看重力作用下的节点位移结果。有的模型构件数量庞大，特别是复杂的超高层结构，微小的局部振型难以在整体振型变形中突显出来，工程师很难快速找到产生刚度病态的位置。这时检查重力荷载作用下的节点位移,可以帮助工程师快速发现症结。首先通过表格输出重力荷载作用下的节点位移，将其转入EXCe1,对位移值进行由高到低的排序,排列前几位的即是位移异常的节点,说明这些位置的刚度异常或约束不足, 此时应在模型中按节点编号选择这些位置进行核查。
6 带地下室建模时的注意事项。 当地下室顶板满足嵌固部位的刚度要求时,可以使用上部结构的分离模型(图5左)进行分析,其他情况有必要使用带有地下室的完整模型(图14.3.2-5右)进行分析。当使用完整模型时,需要注意修正楼层标高及施加侧向约束。 1）ETABS默认将Base层（底部部嵌固位置)的标高设定为±0.000。 当使用仅包括上部结构的分离模型时,默认设置与实际情况通常是符合的。但是, 当模型中包含地下室时,Base层的标高应该为负值,不再±0.000,此时应根据实际情况修改此标高值,程序会根据层高信息自动更新全楼标高数据。若不进行修改, 错误的标高信息将影响风荷载作用力的计算。 2) 通过对地下室施加侧向约束,考虑回填土对结构的约束作用。约束作用的大小与回填土的压缩模量有关,可参考经验取值办法。在ETABS中,可以在地下室侧墙外壁施加点弹簧或者面弹簧模拟侧向约束的作用,当约束作用足够大时,更简便的办法是直接约束地下室侧墙外壁节点的x、y平动自由度。
7 ETABS 能实现哪些复杂分析。 1) 施工顺序加载。ETABS对每个定义的施工阶段分析一次,每次分析都是在上一次分析的结果基础上进行,从而模拟施工过程中结构刚度、质量、荷载不断变化的过程。每个施工阶段的定义是灵活的,可以按楼层划分,也可以按若干构件组划分,工程师根据需要来选择。 2)静力弹塑性分析(PuShover 分析)。这是基于性能设计的有力工具。ETABS中有一整套关于Pushover分析的操作流程和结果输出, 并且ETABS2012版增加了关于剪力墙弹塑性性能的模拟方式,使得这项功能更加完善。 3) 时程分析。常规的弹性时程分析,是作为反应谱方法的补充,对某些高层建筑进行补充分析和设计，这也是ETABS的分析功能之一。动力弹塑性时程分析,则是一种更加复杂的分析手段,ETABS2012版对于相关的单元模型、材料属性、算法技术、结果输出等关键环节都进行了强化和改进,以满足越来越多复杂结构的动力弹塑性时程分析需求。 4) 隔震和消能减震分析。ETABS提供专门的单元模拟隔震器和阻尼器, 能方便地实现隔震结构和消能减震结构的分析和设计。在大量的新建或加固改造的工程项目中,ETABS已经得到广泛的使用。此外,ETABS还可以自动考虑P-Δ效应对分析结果的影响,可以模拟以结构中可能存在的“单拉”或者“单压”构件,可以对建筑之间的碰撞问题进行分析等等。 8 慎重使用转换模型。 采用两个力学模型分析校验时,建议分别在两个软件中独立完成建模分析的过程。通常我们将工程师通过软件操作建立的模型称为对象模型,而软件用于分析的模型称为分析模型,对象模型到分析模型的转换过程是由软件自行完成的,不同软件的分析模型墓于的前提假定不同,所以不同软件的转换过程存在差异。不同软件间的模型转换实质是分析模型的转换,转换过程不可避免地会忽略分析模型间潜在的差异,从而影响转换模型在不同软件间的适用性和准确性。所以,不建议使用从其它软件转换而来的模型直接在ETABS中迸行分析。如果使用转换模型,工程师应明确了解两个软件的特点和区别,能够判断转换模型的合理性并进行修正。
9 ETABS 能否自动绘制施工图 作为一款国际型软件，ETABS自身并不输出任何国家的施工图。为此，北京金土木软件技术有限公司开发了CksDetailer,作为ETABS的后处理软件，用户绘制结构平法施工图。相对于一些绘图工具箱式的结构施工图绘制软件，CksDetailer有着明显不同的特点。它将重点更多地放在结构设计上，所有操作都是针对结构模型数据进行的，施工图只是结构模型数据的图形化表达而已。在CksDetailer中，用户需要关心的是结构构件对象，而不是点、线、面等图形元素。用户对结构对象所做的每一项调整，都被记录在CksDetailer内部的结构模型数据库中，与之相关联的任何数据都会被相应地修改，从而保持结构数据的统一性和完整性。在设计过程中，CksDetailer完全遵守《建筑抗震设计规范》、《混凝土结构设计规范》、《高层建筑混凝土结构技术规程》等中国的建筑结构设计规范。而且,施工图的呈现方式也严格参照扩被广泛采用的建筑图集《混凝土结构施工图平面整体表示方法制图规则和构造详图》(11G101-1)。
14.3.3 中国规范相关参数在ETABS中文版中的实现 1 周期折减系数 当非承重墙体为砌体墙时,高层建筑结构的计算自振周期要进行折减,其折喊系数框架结构取0.6-0.7；框剪结构取0.7-0.8;框架-核心筒结构取0.8-0.9;剪力墙结构取0.8-1.0。 在ETABS中提供该系数的输入框。当采用底部剪力法时,在定义 QUAKE工况对话框中,可输入该值。当采用振形分解反应谱法时,在定义反应谱函数的对话框中,可输人该值。
2 粱端弯矩调幅系数: 在竖向荷载作用下,可考虑框架梁端塑性变形内力重分布,对梁端负弯矩乘以调幅系数进行调幅。现浇框架梁端负弯矩调幅系数可取为0.8-0.9。ETABS中默认的调幅系数为0.85,并自动迸行梁端弯矩调幅,梁跨中弯矩自动按平衡条件增大。若需要人为修改调幅系数,可以在混凝土框架设计覆盖项中修改,修改时需要先选中构件。注意: 梁端弯矩应该取用梁端位于柱边处的弯矩值,而不是柱中线处。ETABS是按照柱边处的弯矩值进行调幅的。
3 梁扭矩折减系数 当计算中未考虑楼盖对梁的约束作用时,可以对梁的计算扭矩予以适当折减。梁扭矩的折减系数应根据梁周围楼盖的约束情况确定。 在ETABS中,是否考虑现浇楼盖对梁的约束作用,取决于楼板单元类型的选择。当用于楼板的面单元类型选择为“壳”,并进行适当剖分,计算时则考虑了楼板对梁的约束作用。通常情况下楼板用于“导荷”,单元类型多采用“膜”,这时没有考虑楼板对梁的约束作用,此时需要指定梁扭矩折减系数。该系数位于混凝土框架设计覆盖项中,默认值是1。
4 楼面梁刚度放大系数
现浇楼盖和装配整体式楼盖中,梁的刚度可考虑翼缘的作用予以增大。近似考虑时,应根据梁翼缘尺寸与粱截而尺寸的比例关系确定增太系数的取值,通常现浇楼面的边框架梁取1.5,中框架梁取2.0。对于常规采用“膜”属性摸拟楼板的结构是合理的。如楼板采用“壳”进行模拟,且已进行合埋的剖分,楼板与框架梁形成整体共同工作,此时,框架梁的刚度不宜再进行放大。
在ETABS中,框架构件的轴向、剪切、弯曲刚度都可以根据需要来进行修正。《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010中关于楼面粱考虑翼缘作用的刚度增大,是对梁主抗弯方向的刚度进行增大。在ETABS中,默认情况下粱的主弯矩方向是围绕局部坐标3轴,所以上述楼面梁刚度放大即是增大楼面梁“围绕3轴的惯性矩”。使用ETABS V9及之前的版本时,需要先选中梁构件,再通过命令指定>框架>框架属性修改来实现刚度放大。ETABS2012版提供了该系数的直接输入框。
5 连梁刚度折减系数
通常, 6、7度时可取0.7,8、9度时可取0.5,但不宜小于0.5。
在ETABS中，连梁一般使用“壳”单元模拟，这时需要折减壳刚度f11、f22、f12三项的数值。使用ETABS V9及之前的版本时，需要先选中连梁单元，再通过命令指定>壳/面>壳刚度修改来实现刚度折减。ETABS2012版提供该系数的直接输入框。
6 周期比
在ETABS输出的结构总信息文档中，包含结构周期的信息。判断
T
t和
T
1的数值是依据UX、UY、RZ三个分量参与系数的相对大小，更直观的判别办法是动画各振型的变形情况。将扭转为主的第一自振周期除以平动为主的第一自振周期， 即得到周期比。注意,“平动因子”或“扭转因子”是SATWE中的概念,不能和ETABS里的质量参与系数混淆。两者计算方法不同,不能完全等价。
7 框剪结构中框架部分的地震力调整
在ETABS中,如果“结构体系类型”选择为框剪结构,程序会自动按规范的要求进行框架部分的地震力调整,并在结构总信息文本文件中输出调整结果。在设置结构总体信息时,程序提供了“结构竖向分段数”和各段底层层号的输入,以满足分段调整的需求。注意,在混凝土框架构件的设计覆盖项中有“框剪结构SMF”系数,该项即框架部分的地震力调整系数,其数值完全是按规范计算所得,ETABS没有对该系数设置上限要求。有的情况下,比如剪力墙数量很多而框架柱数量太少导致该系数非常大，这时可以根据实际情况修改此项进行人为调整。
8 位移比
结构平面布置应减少扭转的影响,对此规范给出了对位移比的控制。ETABS的输出文档“结构总信息”包括了位移比结果,用户可根据输出的位移比比值判断是否满足规范要求。ETABS2012版根据新规范要求的“规定水平地震力”来计算位移比。需要注意的是,规范对位移比的控着恻足在刚舫性隔板假定前提下进行的,如果结构模型中没有指定刚性隔板,ETABS不会输出位移比结果。
9 层刚度
结构的侧向刚度宜下大上小,逐渐均匀变化,相邻楼层的侧向刚度变化应符合规范规定。ETABS的输出文档“结构总信息”包括了层刚度结果,同时输出不规则楼层判断以及相应的地震作用增大系数。
ETABS 2012版按照新规范的要求,提供“楼层地震力/位移”(对框架结构)和 “楼层地震力/位移角”(对框架-剪力墙、框架一核心简等结构）两种计算方法,区分结构体系,选择相应的方法。另外, ETABS还提供了自定义的方式, 用户可以通过修改首选项中“不规则楼层数”和 “不规则楼层号”来人为指定不规则楼层。
注: 若需获取ETABS相关教学录像、功能演示录像、常见问题答疑等技术资料,请访问北京金土木软件技术有限公司 www.bjcks.com;更多技术信息请访问金土木知识库：http://wiki.bjcks.com
14.4 通用结构分析与设计软件 SAP2000
14.4 通用结构分析与设计软件 SAP2000
14.4.1 适应范围及主要功能
SAP2000中文版是由中国建筑标准设计研究院、北京金土木软件技术有限公司与美国CSI公司共同研制开发的。SAP2000具有40多年的开发研制与实际工程应用的历史,在许多围家和地区标志性建筑中得到了广泛的应用。SAP2000是通用的结构分析与设计软件,适用范围很广,特别适用于模型比较复杂的结构,如高层建筑结构、工业建筑、大跨度结构、桥梁结构、大坝、大型仓贮结构、海洋平台、发电站、输电塔、网架等结构形式。在我围,SAP2000软件也在各高校和工程界得到了广泛的应用,尤其
是航空航天、土木建筑、机械制造、船舶工业、兵器工业以及石油化汇等行业都火量使用。
SAP2000具有建模、分析和设计功能。SAP2000 基于空间有限元分析理论, 提供一个集建模、分析、设计于同一可视化窗口界面的操作平台。提供简洁便利的3D空间建模方法, 具有多种常用视图操作手段。在分析方面, SAP2000 提供静力线性分析、 模态分析、反应谱分析、屈曲分析、多步静力分析、静力非线性Pushover分析、弹性及弹塑性分析、稳态分析、功率谱密度分析、移动荷载分析、施工顺序加载分析等分析方法，其突出特点是分析稳定性好、分析速度快、分析结果信赖度高。在设计方面，SPA2000除了具有我国结构设计相关规范外，还包括了美国、加拿大、欧洲等囤家的相关设计规范,可以直接用于国际工程项目的分析设计。
14.4.2 混凝土结构工程应用要点
1 高效利用已有模型的数据
使用SAP2000软件,需要结构工程师定义混凝土及钢筋材料、框架截面、荷载工况等信息。这些信息的数据,在不同工程中往往是一样的。在为一个新工程模型建立分析模型时,可以利用SAP2000的新模型初始化功能,选择工程师自己的模型文件进行模型初始化。软件将读取旧模型文件中使用定义菜单定义的信息,而没有旧模型中的构件等不需要的信息。所以,工程师可以根据自己的习惯,将自己常用的材料、构件截面、荷载工况等信息汇集在一个模型文件中,这个模型文件可以专门用来初始化模
型。另外,模型初始化时,需要提醒注意的是选择好模型的基本单位。SPA2000中模型的基本单位很重要,它是在初始化时确定的,并且在对模型的任何操作中,如果单位不一致时会按照基本单位转化,这个基本单位是不能修改的。例如,利用CAD导入某些特殊形状的构件时,构件绘图的单位应与SAP2000的基本单位一致。
2 合理建立结构模型
混凝土结构一般由梁、柱、楼板、墙等构件组成。使用SAP2000软件建立结构分析模型时,需要合理地选择不同类型的单元模拟不同类型的结构构件。建立结构分析模型时,应体现明确的传力途径,使得分析模型正确反映结构的实际受力情况。建模时主要构件以单元的形式体现,可以在其上直接施加荷载,能够查看其分析结果。对于一些次要构件,建模时不需要以单元形式建模,需要考虑其对整个模型的影响。例如填充墙在结构分析中不考虑萁刚度不需使用单元模拟,对于静力分析可以直接将其模拟为荷载,而在动力分析中要考虑其质量弓|起的惯性力。又如预应力钢束,可以模拟为单元也可以模拟为荷载,一般情况以苘载的形式模拟。
模拟结构边界条件的合理性,直接影响结构周期等动力特性。连接单元在分析模型中经常使用。可以用连接单元模拟弹性地基、阻尼器、隔振器等。结构中节点的主从关系、刚性隔板、节点位移相等或对称关系等,在SAP2000中通过“节点束缚”建立。例如,对于双塔连体结构,应对每个塔分别定义为不同名称的“刚性隔板”。
3 分工合作共同建立结构模型
对于形状复杂的结构,可以将结构分成几个部分,采用多个不同类型的坐标轴网系统建立模型。例如具有弧形特征的部分使用柱状坐标轴网系统。坐标轴网系统是利用软件绘制模型的构件、捕捉节点、显示视图等功能使用的基础,它的设置情况与模型的分析结果无关。对于大型工程,往往需要多人参与建立模型工作。这样需要事前建统一的轴网系统,将模型按照空间位置进行分工,通过导入功能将模型拼装在一个模型文件。为了避免拼装时出现致命性错误,各自的局部模型节点位置及构件等不要重
叠。另外,可以利用“拼接”功能, 处理多人建模组装中出现的问题。可以将每个人建立的局部模型分开摆放在不同的位置, 将需要“连接”在一起的节点,指定具有相同的“合并号”。
4 快速设定模型有效自由度
SAP2000虽然是一个空间三维的有限元软件,但是在处理平面问题时,通过“分析选项”可以直接快捷地设定平面内的有效自由度。对于具有刚性连接杆件的空间桁架结构,快速自由度选项不能直接设置为“空间桁架”。如果设置为“空间桁架”,SAP2000将绐所有节点赋予3个位移自由度,刚性构件将会出现“锯齿”状弯矩图。
5 梁柱节点刚域设置
对于梁、柱等杆件间连接部分的刚度远大于中间截面的刚度时,在计算模型中可作为刚域处理。SAP2000中可以直接指定框架单元的“端部偏移长度”和刚域节点的“刚域系数”。软件将根据梁柱节点处截面类型的不同按照不同的规则计算。例如, 对于梁来说, 梁的总长度为支撑粱的两个柱的截面中线之间的距离,取两个柱子内侧面之间的距离为净长度,总长度与净长度在端点位置的差即为端部偏移的距离。当然, 端部偏移的距离也可以由工程师自己定义。不管用哪种方法定义刚域长度,都需要设定“刚域系数”。“刚域系数”取值范围为0
~1,程序默认值为0,表示不考虑刚域。“刚度系数”值的取法工程师需要根据工程情况确定,一般取值小于0.5。6 变截面构件的截面定义参数设置
对于端部加腋的杆件,应考虑其截面变化对结构分析的影响。在SAP2000中,可以利用定义“变截面”的方法定义端部加腋的杆件,对于加腋部分沿杆件轴线方向高度变化或宽度变化都可以处理。在定义变截面时,需要在\”E122变量\” 或 \”EI33 变量\”的输人域中体现截面的变化。“EI22 变量”或“E133变量”三个选项为 “线性”、“抛物线”和 “三次方”。现以矩形截面的 “EI33 变量”为例进行说明。矩形截面的宽度b、高度h,则
。如果构件截面的宽度b在两个截面之间线性变化,则导致 EI33线性变化,那么“EI33 变量”就选择“线性”;如果构件截面的高度h在两个截面之间线性变化,则导致EI33三次方变化, 那么“EI33变量”就选择“三次方”。而工字型截面高度线性变化,则导致EI33近似抛物线变化,那么“EI33变量”就选择“抛物线”。
7 构件截面形心位置偏移的处理
混凝土结构中由于建筑立面要求,经常有构件之间不是按照构件截面形心对齐,而是与构件外边缘对齐。这种构件轴线的偏移,有时是水平的,有时是竖向的。在SAP2000中,利用“插入点”功能可以处理构件截面形心位置偏移的问题。SAP2000将绘制构件时的节点称为“主要点”,截面上的点称为“控制点”。工程师可以选择截面的“控制点”,并指定“控制点”到“主要点”的偏移量。这个偏移量依据实际情况采用局部坐标系或整体坐标系输入,值的正负按照坐标轴方向确定。这里,偏移量一般是垂直于构件轴线的,不是沿构件轴线方向的偏移。当使用“插入点”命令指定构件截面形心位置偏移后,在视图上不能直接地看到偏移的效果。这时,可以勾选“拉伸显示”,视图上构件将以实际截面形式显示,可以转换角度查看构件偏移得是否正确。例如,绘制一个矩形截面粱,其梁高从左向右由小变大,梁的顶标高是一样的。这时,需要定义一个变截面类型的截面,并且指定插入点以顶部中点为“控制点”。有时构件偏移对于结构分析结构影响不大时,仅在出图时显示构件是偏移的,这时SAP2000 提供一个复选框, 勾选时不考虑偏移的影响。
8 振型分析方法的选择
对于混凝土框架结构、框剪结构或筒体结构,一般可以采用特征向量法进行模态分析。特征向量分析确定系统无阻尼自由振动的振型和频率。SAP2000还提供了Ritz向量法。推荐使用Ritz向量法进行振型分析,Ritz向量法比特征向量法以较少的振型数提供更精确的振型。分析结束后可以直接查看结构周期、质量参与系数等信息。在进行模态分析时, 如果出现局部振动或鹏阵型数量非常太时累计质量参与系数还达不到90% ,应检查建立的模型是否合理。
9 时程分析地震波参数的设定
进行时程分析需要选用地震波以及设置比例系数。SAP2000提供了一些实测地震波,按场地类型分类,设计人员可以直接选用。按照抗震规范的要求需要调整力日速度峰值,在SAP2000中是依靠输入“时程工况”定义中“比例系数”完成的。“比例系数”=规范峰值加速度/实测地震波加速度,这里提醒注意规范峰值加速度应换算为模型基本单位。例如, 实测地震波的峰值加速度为348.15cm/S
2,结构模型的主单位是Nmm℃,规范规定的时程分析所用地震加速度时程的峰值为110cm/s
2此时比例系
数取为3.1596。软件将时程函数中的每个加速度数据乘积这个比例系数后,变成当前模型单位下的地震加速度值,其峰值加速度与规范要求的数值一致。如果工程项目的安评报告中提供了人工地震波，在SAP2000中选择“从文件中导入”,直接读取地震波数据文件。
10 动力弹塑性时程分析
SPA2000的动力弹塑性时程分析具有优势。由于动力弹塑性时程分析计算量很大、占用大量计算时间，同时存在收敛问题，所以在建立模型时应根据结构受力特点，仅在构件内力较大可能进入塑性的部位，设置塑性铰、纤维铰或使用分层壳。模拟梁或柱进入塑性状态,可以使用塑性铰。对于受弯混凝土梁,一般在粱端部设置弯矩铰(M2或M3饺)；对于压弯混凝土柱可以选择设置轴力铰(P铰)、弯矩铰(M2或M3饺、M2—M3耦合铰)、压弯铰(P—M2、P—M3或 P—M2—M3耦合铰)。纤维铰可以分别考虑钢筋及混凝土的应力应变关系, 可以直接使用约束混凝土本构模型。对于剪力墙,需要使用分层壳单元模拟,将剪力墙分成混凝土层和等效钢筋层进行模拟。在实际模型分析中,如果把所有的剪力墙都用分层壳模拟,会引起没有必要的过大计算量。
进行时程分析,可以选用直接时间积分法。时间积分法涉及许多控制时间积分收敛速度和影响计算精度的参数。工程师可以根据需要选择不同的积分方法,SAP2000提供了Newmark法、Wilson法、排列法、Hiber-Huges—Tayt0r法(HHT法)和Chungand Hu1bert法。每种积分法都有各自的参数设定。建议使用HHT法,只需要设定一个参数a,其值在-1/3
~1之间。进行非线性时程分析,宜先进行试算,然后再全程分析。试算可以先放松收敛要求,取a=-1/3。当能够判断出所建立的模型正确性,非线性单元表现正常之后,再逐步增加a接近或等于1,以提高计算精度。
11 考虑二阶效应
当结构的二阶效应可能使作用显著增大时,在结构分析中应考虑阶段效应的不利影响SAP2000在非线性工况下能够考虑二阶效应,即静力 Pushover分析、选择直接时间积分法非线性时程分析以及施工顺序加载工况。在这些工况定义时,几何非线性参数可以勾选“P-Δ”或“P-Δ和大变形”选项。
12 间接作用分析
针对新混凝土规范新增对间接作用分析的要求,使用SAP2000软件可以直接考虑混凝土的收缩、徐变以及温度变化等间接作用。在材料的高级属性定义中定义“基丁时间的属性”,并把它指定给混凝上结构构件。分析时采用静力分析荷载工况,分析类型选用“非线性阶段施工”。对于温度变化,可以直接在混凝土构件指定均匀温升或温降,或上下表面的温度梯度变化。例如, 楼板或大体枳混凝土温度变化复杂的情况,可以利用“节点样式”处理温度复杂变化函数。
13 考虑构件开裂影响的方法
考虑裂缝对构件刚度的影响, 按弹性方法进行近似计算。可以利用SAP2000自带的截面设计器,得到构件截面的P—M曲线,查看构件截面开裂债性矩Icr;构件属性的截面愤性矩I可以直接在SAP2000中查看。然后,计算一下两者的比值。这一比值就是裂缝对构件刚度的影响,可以指定为构件截面刚度的折减系数。14 模型正确性检查的便捷方法
分析模型建立之后,要认真对模型进行检查。可以利用材料定义时指定的不同颜色,彩色显示材料以判断构件材料的混凝土标号是否正确;利用截面定义时指定的不同颜色,彩色显示截面以判断构件截面是否正确；利用拉伸功能和显示局部坐标轴配合检查截而的高宽方向放置是否正确;利用“对象收缩”显示查看构件之间相互关系是否正确等等。险查模型是必要的,及早发现模型问题可以避免走很多弯路。模型检查结束后,先只运行DEAD工况进行分析,查看恒载作用下结构的位移、内力是否合
理。在确认模型基本正确的前提下,再运行Model及其他动力时程工况等的分析。
14.4.3 应用问题释疑
1 风荷载的施加
首先要建立一个反应实际结构受力特性的有限元模型,然后施加必要的约束与束缚关系,以减少自由度数目及增加自由度之间应有的变形束缚关系。接着要注意正确设置材料、截面、荷载、分析工况等相关参数, 运行分析和设计得到分析设计结果。这个过程也是一个反复修改的过程,对分析和设计结果的正确性进行判断,修改模型以达到设计目的。最后,整理分析设计报告。基于广大工程应用中存在的共通问题, 归纳出以下内容进行释疑。
在一些沿海地区，风荷载作用比地震作用还要重要。正确施加风荷载，直接关系到结构的安全性。SPA2000提供两种施加风荷载的方法，即“来自刚性隔板”和来自面对象”。需要先定义一个荷载模式，类型为“WIND\”,自动侧向荷载模式选择中国规范。如果结构中楼板设为刚性隔板，程序将根据刚性隔板在迎风面的宽度和高度，计算风荷载的作用面积。如果结构中没有刚性隔板，无法使用这种方法。如果结构体型复杂，各风力作用面上风压系数不同，只能选择风荷载“来自面对象”。可以选择代表结构维护构件的面对象，直接指定风压系数。对于没有维护构件的模型，可以利用“虚面”充当维护构件，再给“虚面”指定风压系数。虚面是在绘制面对象时选择截面属性“None”。
2 板的模拟及导荷
在SAP2000中,板按照其受力特点可以模拟为三类: 膜单元、板单元及壳单元。膜单元只具有平面内的刚度,承受膜力,建筑结构中楼板通常用膜单元来模拟；板单元的行为与膜单元相反,只具有平面外的刚度,承受弯矩。壳单元的力学行为是膜单元与板单元之和,即具有面内刚度又具有面外刚度。选择壳单元时,如果厚宽比h/L<0.1,选择薄壳。房屋结构一般选用膜单元模拟,不能迸行自动剖分,因为如果剖分之后生成的内部节点具有6个自由度,而与之相连的膜单元仅具有面内刚度贡献,这样分析时会造成方程病态。选用壳单元时,为了提高计算精度,应指定壳单元的自动剖分,划分为小的单元进行分析。结构中,有些板对象仅需要传递荷载到板边缘上的框架单元, 针对这种需求,SAP2000提供面荷载导荷功能,可以指定将板上的荷载按照单向板或双向板,将荷载导到周围的框架单元上。
3 AutoCAD导入与组结合使用
经常有工程师利用AutoCAD绘制模型,然后利用SAP2000的导入功能建模。例如大型空间桁架,构件数量很多,上弦杆、下弦杆及腹杆的截面都不一样。如果将CAD模型直接导人到SAP2000中,再在3D视图中选择线对象指定杆件截面、施加荷载等操作都是非常麻烦的。如果与组的功能结合使用,可以使得导入后的操作变得简单。在AutoCAD绘制构件时, 把要定义为一个组的构件(例如:截面属性相同的构件)绘制在一个图层中,SAP2000导入操作时按图层导入。例如,把截面相同的腹杆都绘制在一个图层。在SAP2000中导入一个图层后,可以使用“全选”选择所有的构件, 指定到一个组中。在导入第二个图层之前,需要将模型中的构件全部隐藏起来。因为SAP2000对于看不见的构件不进行任何操作,这样就把原来的巳经定义到组中的构件保护起来。然后,重复上述操作导入其他组的构件。导入之后,给构件指定截面、施加荷载之前,选择构件时使用组选择。
4 方程病态、结构不稳定、 丢失精度
工程师在运行分析时,经常发生提示方程病态、结构不稳定或丢失精度等问题。此时,宜先运行DEAD静力工况,查看变形图是否正常；然后,运行振型分析,动画显示振型,查看是否有构件变形异常或发生局部振动。方程病态一般是由于单元刚度为零或负值造成的;结构不稳定的主要原因是结构的构件并没有连接上,没有构建为静定或超静定结构。发生这种情况的可能原因: 板采用膜单元模拟时指定自动剖分、杆件单元节点自由庹释放过度、有刚节点的空间分桁架分析选择设置为空间、模型中存在多于五边形的板单元等。丢失精度的直接原因是模型中构件的刚度数量级相差悬殊, 以至于运算过程中将小的刚度忽略掉了。例如:模型中存在阻尼器、缝或勾等连接单元,要限制某一内部弹簧中的弹性变形, 使用了非常大的k值。一般连接单元比较大的k值可以设为其他连接单元k值的10
2 或l0
4倍就足够大了。
5 重力荷载代表值
按照抗震规范要求,需要计算地震作用时建筑的重力荷载代表值,例如1.0恒载+0.5 活载。SAP2000中通过定义“质量源”,来计算重力荷载代表值。SAP2000中的质量有三种方式提供,即来自对象、荷载工况、附加质量。 其中来自“荷载工况”的质量,可以对应各荷载工况定义不同的“质量乘数”,“质量乘数”即为各可变荷载工况的组合值系数。质量源“来自对象”,则程序会从对象中找到材料的质童密度再乘以对象的体积得到质量, 计算模型中所有构件的质量；来自“荷载工况”,则程序会将对每个荷载工况与质量乘数乘积后再对所有工况求和；来自“附加质量”，则程序直接把质量计入。SAP2000在定义质量源时提供三个选项, 用来指定上述三种方式的组合情况, 即l)来自对象和附加质量、2）来自荷载、3）来自对象、附加质量以及荷载。通常在定义DEAD荷载模式时将自重乘数设置为1,程序自动计算结构的自重。这个荷载工况计算的质量与“来自对象”是等效的。所以,质量源通常选择“来自荷载”工况,并且对应不同的荷载工况需要输入质量乘数。例如指定恒载工况和活载工况的系数分别为l.0和0.5。在这种情况下如果选择“来自对象、荷载工况及附加质量”的话,“来自对象”将从对象质量密度计算对象的质量、“荷载工况”将设置了重力乘数为1的DEAD工况又重新计算了一遍重量折成了质量。这样,结构的质量就考虑了两次, 需要特别注意。注: 若需获取SPA2000相关教学录像、功能演示录像、常见问题答疑等技术资料,请访问北京金土木软件技术有限公司 主页www.bjcks.com; 更多技术信息请访问金土木知识库:http://wiki.bjcks.com
14.5 midas系列软件
14.5 midas系列软件
14.5.1 midas Gen
midas Gen 是一款主要面向建筑结构分析与设计的通用有限元软件，目前在世界各地的大中型工程中应用多年，用户遍及亚洲、欧洲、美洲的国家和地区。自2002年正式进入中国以来，被应用于国内各地超高层、体育场馆、钢结构、特种结构等各种类型的项目。midas Gen的应用范围较为广泛，对于空间结构或有层概念的结构都是用，其分析领域遍及常规民用多、高层结构,工业厂房、水池、筒仓, 大跨体育馆、体育场, 送电站、煤场等电力系统构筑物。且midaS Gen较为特色的组阻尼分析功能,对于钢、混凝土混合结构的抗震分析尤为适用。
1 混合结构(钢结构+混凝土)的抗震分析
1) 在 midas Gen 中, 针对三种混合结构: ①剪力墙为混凝土, 框架部分为钢结构或型钢混凝土;②主体结构为混凝土, 局部有钢结构网架; ③下部为混凝土, 上部为大跨钢结构空间)皆可按规范要求将钢结构与混凝土构件在同一模型中建立,进行整体分析。此外还可以按《建筑抗震设计规范》GB500l1-2010第10.2.8 条建议的方法, 依据应变能原埋,将钢结构、混凝土分别定义不同阻尼比,进而求出每个振型的各独立的阻尼比用于周期及反应谱计算,更为准确地模拟地震作用。
Gen中操作流程为,依据材料不同分别定义结构组—结构组分别定义不同阻尼比一反应谱荷载
工况中的阻尼比计算方法选择“应变能因子”一勾选“修改阻尼比”—运行分析。
2) 注意事项:
① 由于该计算模式需要分别计算每个振型的阻尼比,因此在模型体量较大、振型数量较多时,计算速度会受到一定影响。
② 钢结构有可能会产生较多的局部振型,导致结构质量参与系数较难达到90%。此时可在Gen中尝试使用“多重Ritz向量法”计算特征值, 该算法具有较快的收敛速度, 通常其他方法计算150个阵型也无法满足要求时,采用多重RitZ 向量法45个振型即可便质量参与系数达到90% 以上。
③在Gen中查看结果时,可以在“结果一组阻尼计算的各振型阻尼比”查看各个振型的阻尼比, 通过该数值可以推断出各振型不同材料的单元参与振动的程度;在进行隔震消能结构的静力弹塑性分析(Pushover分析)时,主振型的阻尼比值也作为结构的固有阻尼,进行性能点的计算。
④“组阻尼”分析功能, 还可以应用于计算隔震消能装置的边界非线性分析中,操作流程大致相同,区别在于需要将隔震支座或雾肖能器设定为对应的“边界组”,而后设定边界组的阻尼比,最后程序同样会计算出各振型的真实阻尼比,进而可以直接将直实的反应谱计算结果应用于设计,无需采用常规方法的多次导算。
2 静力弹塑性分析(Pushover）
1)在midas Gen中,静力弹塑性分析也是其较具特色的功能之一,在超高层的结构复核及超限审查之中，应用十分广泛。由于其对剪力墙采用了兼顾工程精度与计算速度的铰模型，因而使得计算效率大幅提高。
Gen中操作流程为，常规小震分析设计—在设计菜单中更新配筋—设定静力弹塑性分析工况—添加特性并分配至相应的单元—运行分析、查看结果。2）注意事项：
① 严格来说，小震下的设计结果应不出现“NG”的构件，但往往实际项目很难做到，我们尽量将其控制在一个较低的水平。否则超筋的构件很难发生破坏，但是会引起该构件周边构件的破坏，而这些构件原本是不应该破坏的。
② 对于释放了梁端约束的构件，添加铰时，应选择“弯矩—曲率”类型的特性，否则该构件的承载力会被高估。
③ 铰特性中内力分量的选取，严格意义上应该将所有的内力分量全部选择，但在实际操作时，考虑到构件的构造特性及规范、设计经验的处理方式，我们一般选择最容易发生破坏的内力分量即可。例如，梁构件一般只分配“My”、“Mz”即可，竖向构件一般也不考虑“Fx”（轴力）分量的屈服特性。这样处理可以大幅提升计算效率，且对精度的影响很小。
④ Pushover的结果查看，不仅可以看到性能点（PP点）处的结果，还可以查看性能点后、乃至破坏之后的任意步骤结果。此外，除在静力弹塑性（Pushover)分析控制中定义的步骤外，用户可以指定一些子步骤查看附加的分析结构，例如查看某特定基底剪力（如小震剪力）或特定控制位移时的分析结果。
⑤ 所有的结果都可以通过彩色云图或动画的形式进行查看（如各构件铰的发展随时间变化情况等），可自行根据需求在屏幕左侧的对话框中勾选，进而将结果直接应用超限报告中。
3 施工阶段分析
1）在midas Gen中，施工阶段分析的实现也是较为便利的。各软件在实现复杂施工阶段的操作时，原理大致相同，都是首先将整体结构进行分组。以Gen为例，按类别的不同分为“结构组”、“荷载组”、“边界组”;接着将各个不同类别的组，按照施工顺序，在不同的施工步骤中进行“激活”或“钝化”，来实现结构搭建或拆除的过程。
这里建议用户尽量使用“拖放”的功能来实现各个组别的指定。例如，首先依次定义好结构、荷载、边界各组，接着选择第一施工步骤的单元，而后使用“拖放”的方式将第一个结构组赋予这些单元，接下来双击选择该结构组，再用“拖放”的方式将第一个荷载组赋予这些单元，这样这些单元上所添加的荷载便直接归属于第一荷载组了。以此类推逐次赋予各个组别，可很快完成施工阶段分析的准备工作。
Gen中操作流程为，定义并分配时间依存材料—按常规流程建立模型、添加荷载及边界条件—定义并分配各结构、荷载、分界组—定义施工阶段及控制信息—运行分析、查看结果。
2）注意事项：
① 定义时间依存材料时，构件的理论厚度可以填“1m”，程序会自动计算。
② 用于施工模拟的荷载工况，一定要将荷载类型指定为“施工阶段荷载（GS）”。
③ 两个“材龄”一般为：从混凝土浇筑到拆除脚手架，结构开始工作的时间。
④ 查看结果时，可以查看每个施工阶段的结果，也可查看各构件在所有施工阶段中最不利的结果，还可以查看最后阶段后其他工况作用的结果。
⑤ 结果中容易混淆的两个结果。Up to casting:下层荷载引起的本层竖向位移，主要用于施工中抄平；Sub to casting:本层+以上层荷载引起的本层竖向位移，施工阶段的真实结果，可用于确定预留高度。
4 mdias Gen 常见问题及重点参数选取
1）Gen中“ 模型—建筑物数据—定义层数据”，选择是否考虑刚性楼板。Gen中刚性板为“强制全楼刚性板假定”，即层高上所有节点平面内自由度（DX、DY、RZ)全部约束（如刚性连接、外界的铰支座等)时,需要注意无需约束上述3个自由度,否则会导致重复约束的错误发生,程序会自动解除其中一个边界条件,使得分析失真。而且在添加温度荷载时,一般情况下不考虑刚性板假定,否则温度的热胀冷缩效果与刚性板假定会有冲突,导致计算有误。
2）Gen中“模型—结构类型—将自重转换为质量”。在进行反应谱分析之前，需要将结构自重与外加荷载转换为质量，Gen构造自重可以且必须在此菜单下转换为质量。例如即使自重包含在恒载工况中，而且该工况也成功转换为质量，自重部分也不会跟随其他荷载类型一起转换。
3）Gen中“模型—边界条件—刚性连接”。刚性连接需要设定主、从节点，若主节点移动，从属节点会跟随移动，因此从属节点不可以添加外部支撑条件，否则会引起逻辑混乱。
4）Gen中“工具—截面特征值计算器”。用于结构的截面形式较为特殊，程序自带的截面库无法满足要求时，可以使用CAD自行绘制截面，而后导入截面特征值计算器中，进行截面物理特性的计算后，保存为程序可以识别的.sec文件，之后在“截面—数值—任意截面”中选择“SPC导入”即可用真实的截面进行结构计算。
5）Gen中“荷载—反应谱分析数据—反应谱荷载工况”。其中“自动搜索角度”的“最不利方向”与“正交方向”应当成对使用，所谓“正交方向”是程序计算出“最不利方向”之后，添加90°而得，与自定义的“地震作用角度”无关。至于具体最不利角度为多少，可在计算完毕后返回该菜单查看。
6）Gen中“分析—特征值分析控制”。选择“子空间迭代法”时, 需要注意对话框右下侧的“子空间大小”一项若按默认的“1”进行计算,有可能导致计算不收敛而报错。“子空间大小”的取值要求为大于等于min{振型数+8, 振型数×2}。
14.5.2 midas Building
midas Building是一款主要面向标准层结构的分析与设计的通用有限元软件,如果说分析是midasGen的强项,那么midas Bui1ding的特点就在于与中国规范相结合的设计功能。midas Building的功能企划在Gen高效稳定的分析内核基础上,Building的前后处理及施工图绘制模块皆按国内习惯进行了调整与优化。而后Bui1ding于2011年底已完成全部四本新规范的贯入工作。
midas Bui]ding共包含四个模块,分别为作为核心计算模块的“结构大师”、“基础大师”,绘制上、下部结构施工图的“绘图师”,以及建模的辅助工具“建模师”。可以用于混凝土结构、钢结构及层概念较为清晰的混合结构(与midas Gen一样可以考虑组阻尼)的常规分析设计、静力及动力弹塑性分析、楼板详细分析,转换结构细分模型的整体分析,各种类型基础的协同分析设计等。
1 动力弹塑性分析
1) 在midas Bui1ding(建筑大师)系列程序中,动力弹塑性分析功能,在保证计算精度的基础上对操作方式进行了大幅简化。可以实现“一键式操作”,同时所有菜单又保持开放状态以满足高端用户自由调配参数的使用需求。用于计算构件塑性的钢筋信息,可以使用计算配筋面积×超配系数,同时也可以借助绘图师直接读取粱、板、柱、墙等各构件的实配钢筋,这样与实际情况更为相符。计算完毕后,提供表格、图形、动画、铰状态、各节点或楼层的位移及内力时程曲线等结果,可直接用于超限审查报告。
2) 操作流程:
①依照规范要求选取合理的地震波。
②定义动力荷载工况。
定义地震波输人方向、步长、结果输出步骤、迭代参数、初始荷载值等。可一键自动生成,亦可自行定义。需要注意的是,定义多方向地震波时,规范要求其中一个方向为主方向,另一个方向为次方向,通过调整地震波的调幅系数,将二者EPA的比值调为为1：0.85。定义工况时输出步骤的选项可以控制每0.2s输出一次结果, 这样会节省结果整理时间并减少结果文件的大小,但是并不影响精度 (程序会自动取结果的包络值, 例如野查看0.4s结果时,程序会白动输出0.2一0.4s之间最大的结果)。
③ 定义并分配铰特性
依据构件材料或动力特性的不同，定义铰特性值,并将其分配到相应的构件上,可以一键自动生成。对于无法自动生成的铰特性的构件或对自动生成的铰特性不满意,可以自行按规范计算该类型构件的极限承载能力,而后以此数据自行定义铰特性,手动添加到该类型构件上。
④ 运行分析。
⑤依次查看表格、图形、时程曲线等结果。关键结果为层间位移角、底部剪力、构件的铰状态等。
3) 注意事项
①添加地震波时, 要注意当地场地类别的选取, 否则会影响地震波的EPA调幅系数。
②若自行导入地震波,需注意单位gal与g的转换,否则会影响持时的计算结果。
③初始荷载的加载步骤数,可以适当增多,以近似模拟施工阶段的最终内力状态。
④动力弹塑性分析通常计算时临时文件数量巨大,需耍留有足够的硬盘空间(至少50GB),否则算至一半会前功尽弃。
⑤计算过程中可以随时手动终止运行,程序会保留运算到最后一个步骤的所有结果。
⑥弹塑性分析通常分析时间较长且难以一次性成功,需要足够的耐心。目前主流配置的台式机,计算150m框简结构,计算单条地震波的预估的计算时间为16h-24h。
⑦若工程师对结构体系有足够掌控,可酌情处理非主要构件(如直接删除次梁),或不在强庹很高的构件上添加铰(例如SRC构件)
2 性能设计
1) 在midas Building(建筑大师)系列程序中,可以按《建筑抗震设计规范》GB50011-2010及《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010的不同要求分别进行性能设计。可以制定结构的整体性能指标,同时亦可对有特殊要求的构件(如转换梁等）单独指定。计算完毕后提供表格、图形、文本等格式的计算结果,可直接用于计算书的整理。操作流程为:
①进行常规分析设计（必须做反应谱分析)。
②生成动力弹塑性分析数据。
③在主菜单中点击性能和优化设计中“性能设计控制”—选择《建筑抗震设计规范》GB50011-2010或《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010—选择对所有构件进行性能设计还是对局部构件做性能设计—选择承载力控制性能目标一输入层间位移角控制性能目标。
④在主莱单中点击性能和优化设计中“构件目标控制”,指定具体构件的性能目标。当所有构件的性能目标相同,且所有构件均做性能设计时可跳过该步骤。
⑤在主菜单中点击性能和优化设计“运行设计”,开始进行性能设计。
⑥在树形菜单的性能和优化设计目录下确认承载力验算结果和层间位移角验算结果(或在主菜单中性能和优化设计中“性能设计结果表格”中查看)。
⑦如果不满足预定目标(出现红色),则需要调整截面或配筋重新计算, 重复上述程序流程,直到满足预定目标为止。
2) 注意事项:
① 注意依需求选择《建筑抗震设计规范》GB50011-2010或《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010,选择《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010时,只能单独指定构件进行性能设计。
② 单独指定构件性能指标菜单的权限,要高于整体指定结构性能指标菜单。
③ 性能设计的运算原理为动力弹塑性分析,因此需要选取适合的地震波、滞回模型。而且如果之前曾经运行过动力弹塑性分析,会覆盖掉原结果,因此建议另存为一个模型单独进行性能设计。当模型较大时,运算时间往往较长,为了提高分析效率,建议尽量选取关链构件及部分耗能构件做性能设计。
3 自动校审
1) 在midas Builing(建筑大师)系列程序中,各个模块都提供自动校审功能,其基本原理是由程序自动协助工程师验证模型建立或计算结果的正确性及合理性,其参照对象为规范、强条或程序内建规则（如结构大师即为规范或强条，建模师为程序内建规则),对验证不通过之处，指出具体位置并提出修正方案。
2）操作流程（以结构大师为例）：
①填写自动校审菜单首页并勾选其余各页的校审项。
②运行门动校审。
③右侧树形菜单中,黑色条款为通过校审,灰色条款为未校审该项,红色条款为未通过校审。
④在红色条款忙点击鼠标右键,弹出条款对应在规范中的校审依据,点击左键可以打开规范电子版相应章节。
⑤红色条款上双击鼠标左键,弹出错误修正窗口,内含建议的修正错误方法及错误位置链接按钮;进耐点击错误位置,则会弹出相应对话框,并以红色字体将错误位置着重显示。
3) 注意事项
①自动校审与分析设计是两个独立的过程, 即使校审未通过,也不会影响分析过程,是否进行修正需要工程师自行判断。
②建议在模型建立完毕尚未分析之时,即运行一次校审,以便检查模型建立的正确性；分析设计完毕后再行校审,以检查结果的合理性及设计的经济性。
③所有的校审配置,都可以进行保存,以备日后其他模型调取使用。
④midas Bui1ding的四个模块都包含校审功能。
4 重点菜单的参数选取
1）Gen和Building中,若希望更政材料容重,需要遵循如下操作:定义材料的菜单中,首先选择材料的大类(如混凝土或钢材等),接下来选择材料的规范,而后选择材料的强度等级(如C30、Q235等)，此时材料的容重数据是表示无法更改的灰化处理,最后将规范选为“none”此时容重数据栏变为白色,自行填写数据即可。上述操作的含义是,在原始数据库中材料的基础上进行局部修正。不建议直接采用“用户定义”材料的方式, 因为有可能引入人为输人的误差。
2)Bui1ding中,多塔处埋有两种方式:一种是在建模之前就在菜单“标准层和楼层”中将塔块定义好,建立楼层数据时即分塔块建立;另一种是先不分塔,整体摸型建好之后,在利用“定义塔”的命令,将塔块分割即可。需要注意的是暂时不支持将两个分好的塔块合并,因此建议在分塔之前另存一个模型; Building支持分塔块凋整0.2Q
0, 可以在菜单“分析设计—控制信息”中将各个塔块及底盘分别进行调整;此外分塔与否对模型的分析没有任何影响, 有影响的是结果输出及设计结果。
3) Bui1ding中,标准层视图与楼层视图有较大差异, 使用肘需额外注意。标准层视图下,任意更改都会发所有同标准层搂层的变化。楼层视图下,任何更政都是仅针对所更改的部分发生变化,不会影响同标准层的楼层, 且如果更改了该楼层的节点信息, 则会自动生成一个标准层, 若更改截面、材料、荷载、厚度、层高等信息,则不会生成一个新标准层。
4) Bui1ding中, 添加荷载时, 仅有楼面荷载的数值遵循 “以正为负”原则, 其他类型如梁、载等, 都以“坐标轴方向”判断数值的正负。
5) Bui1ding中“荷载—荷载控制—活荷载控制”,Bui1ding的活荷载不利布置算法与其他程序不同,是在整楼的刚度矩阵下进行计算的, 因此某一层的活荷载不利布置对该层及该层以下的其他楼层都有影响。若考虑与其他程序比对,建议不勾选此项。
6) Building中,若由模型是其他程序导入的,那需要注意是否存在楼板。Building中楼板是很重要的单元,它会影响各种楼板的假定、梁刚度放大、楼面荷载的施加等诸多因素。因此若导入的模型没有楼板,则必须在真实存在楼板的位置将楼板补充建立。此外, Bui1ding中不可以定义“0”厚度板, 若要在不建立楼梯的情况下模拟楼梯间的荷载传递,可以先任意定义一块楼板,而后将该楼板的属性通过“构件一替换构件特性—楼板类型”更改为“只传递荷载的虚板”,这样处理后该楼板没有重量和刚度,仅用于传递荷载。
附录A ~ E
.
附录A 一些国外规范的构造要求
附录A 一些国外规范的构造要求
A.0.1 美国规范关于纵向受力钢筋的最小配筋百分率的有关规定：
式中 f′c——直径150mm,高300mm混凝土圆柱体之抗压强度，单位：磅/平方英寸
f
y——钢筋屈服强度，单位:磅/平方英寸
b——梁宽，单位：英寸
h
0——梁截面有效高度，单位：英寸
式中（A.0.1-1)采用英制，使用时应注意。若采用公制，公式为：
1 最小含钢量
除满足上式，并且采用英制不小于
200/bh
0
/f
y，采用公制不小于
1.4bh
0
/f
y。
对于静定的T形梁，当翼缘受拉时，应将公式中的b代以2b或翼缘宽度，取较小值。
2 温度及收缩钢筋的最小含钢量
1）采用40级或50级变形钢筋的板：0.0020；
2）采用60级变形钢筋或焊接钢丝网的板：0.0018；
说明：40级
f
y=40000磅/平方英寸，约合280MPa;60级约合420MPa。
3）当受弯构件在任一截面所配置的受拉钢筋面积，比按实际分析需要的钢筋面积超出1/3以上时，式（A.0.1-1)的要求可以不遵守。
A.0.2 新西兰规范关于纵向受力钢筋的最小配筋百分率的有关规定：
1 收缩及温度钢筋的最小配筋率为
0.7/f
y,
f
y为钢筋屈服强度，单位为MPa,但不得小于0.0014。
2 对于大尺寸构件，其截面并非由应力决定，或准确分析不可能时，所有表面上的最小配筋应不小于1000
m㎡（每个方向），钢筋间距≤300mm。
A.0.3 新西兰混凝土结构规范DZ3101关于柱允许轴压比的要求：
柱所承受的轴压力N﹡, 不应超过0.7φN°，φ=0.85，
∴
N﹡=0.7×0.85N°≈0.6N°
式中
，但≥0.75
f′e——混凝土强度（圆柱体抗压强度）
A
g——柱子全截面面积
A
s——柱子纵筋截面面积
f
y——纵筋设计强度
因此，当柱混凝土强度为C55
~C60时，
A.0.4 图A.0.4-1是美国2008年混凝土规范对于抗震设计柱的构造示意。可以明显看出，他们的要求比我国规范松得多。例如，箍筋肢距X要求≤350mm,135°钩的直段长度为6d。
当采用螺旋箍时，螺旋起始与结束处，皆应有水平螺旋，见图A.0.4-2。
图A.0.4-1 抗震设计时柱横向配筋示意（美国2008年规范）
A.0.5 美国规范关于抗震设计的框架梁的配筋方法，见图A.0.5-1，其纵筋的搭接，应位于距支座边≥2h处，搭接处箍筋应按规定加密。
图A.0.5-2是英国规范中的梁纵筋布置示意图（非抗震）。注意主、次梁的底部纵筋都在柱边截断，在柱内另加底筋，伸出与梁底纵筋搭接。应注意该图中，主梁的底部纵筋都在柱边截断，在柱内另加底筋，伸出与梁底纵筋搭接。应注意该图中，主梁上部纵筋位于次梁纵筋的上面。本图虽是用于非抗震者，但此做法（主梁钢筋在上面）对于抗震结构也同样适用。过去有一种误解，认为次梁钢筋应放在主梁钢筋之上，这样次梁才能将反力传给主梁，这是错误的概念。
A.0.6 美国规范抗震设计的梁大样如下图所示：
注：设计工程师必须提供
L
1
、L
2
、S
1
、S
2区段的箍筋间距，锚固长度,钢筋切断点。
箍筋最大间距：
1
S
1区段：≤
h
0
/4；8倍纵筋直径，24倍箍筋直径或300mm。
2 纵筋搭接区段：≤
h
0
/4且不大于100mm。
3
S
2区段：
h
0
/2。
A.0.7 美国、新西兰规范关于梁最小高度的规定
1 美国ACI318-08规定梁的高跨比为：
| 支承情况 | 简支梁 | 一端连续梁 | 两端连续梁 | 悬臂 |
| 高跨比 | 1/6 | 1/18.5 | 1/21 | 1/8 |
注：1 此表适用于不支承或不接触易受大挠度损坏的隔墙或其他构造造物时； 2 以上数字适用标准重量混凝土（容重
ω
c=145磅/立方英尺，约折合2400kg/
m³）以及60级钢筋（即屈服强度为60000磅/平方英寸，约合420MPa);
3 对于不是采用钢筋屈服强度420MPa的构件，以上数字应乘以（
0.4+f
yk
/700)。
2
新西兰DZ3101-06
规定梁的高跨比：
| 简支梁 | 一端连续梁 | 两端连续梁 | 悬臂梁 | |
| 钢筋300MPa | 1/20 | 1/23 | 1/26 | 1/10 |
| 钢筋430MPa | 1/17 | 1/19 | 1/22 | 1/8 |
注：1 此表适用于不支承或不接触易受大挠度损坏的隔墙或其他构造物时； 2 以上数字适用于混凝土容重ρ=2400kg/
m³，钢筋强度不大于430MPa的构件； 3 对于不是采用钢筋屈服强度300MPa或430MPa的数值乘以（0.4+
f
yk/700)。
A.0.8 梁柱节点核心区的混凝土强度等级问题 在柱采用高强混凝土之后，梁柱节点核心区不宜如图A.0.8-1所示局部做高强混凝土，而宜与楼板（包括梁）采用同一强度，同时浇注。此时楼板混凝土与柱混凝土的强度级查，可以放大，例如楼板梁C30，柱子用C60，此时应对梁柱节点核心区的抗剪承载力与抗竖向荷载能力进行核算，节点核心区的混凝土强度可以按下述提高后的“折算强度”采用。 图A.0.8-1中的做法，过去曾在不少工程中采用，但目前再采用此种做法，有如下几个问题： 1）目前商品混凝土已普遍采用，其塌落度都很大，在节点处只浇高强混凝土，支模非常困难，节点处先浇捣的高强混凝土可能会流淌较远，如图中点线所示，将造成梁上很大不容易处理的施工缝，而这里正是梁端内力较大，可能形成塑性铰的部位； 2）节点处所用的少量混凝土,理当随搅拌随浇注,但实际上工地常一次搅拌多量的混凝土,再逐个节点使用,在浇注到最后几个节点时,混凝土的初凝时间可能己经超过。综上所述,图A.0.8-1中的做法会增加施工的困难,导致施工质量不易保证。1989年版的《高层建筑混凝土结构技术规程》中曾规定,柱的混凝土强度与楼板相差不应超过二级,如柱为C60,楼板(包括梁)不能低于C50。2002版及现行《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010已无此限制。因此,我们可以根据围内外的试验结果以及工程实践经验,确定一种处理梁柱核心区节点的合理设计方法。
园内外试验表明,当核心区周围有梁相连时,节点核心区混凝土受到约束,混凝土的极限应变和强度都得到提高,提高程度受到下列因素的影响:①楼板和梁对柱子核心区的约束程度,梁的宽度超过1/2柱宽时,约束效果较好;②两者混凝土强度的相差程度;③柱子的竖向构件含量和梁的水平钢筋含量,含量多,效果较好;④荷载的偏心也有影响。
中柱节点区四周有梁约束,效果较好,极限应变和强度提高最大,边柱次之,角柱较差。
1) 美国早在上世纪50年代末开始,试验楼板混凝土强度低于柱强度的做法,并于1963年开始,在其混凝士规范ACI318中,列出了公式（此公式适用于中柱）：
式中 f′ce——梁柱节点处混凝土折算强度；
f′cs——楼板（梁）的混凝土强度；
f′cc——柱的混凝土强度。
例如：柱位C60，楼层梁板为C30，节点处为C30，则节点的混凝土折算强度：
即可采用C55来验算节点的承载能力。
2）加拿大规范GSAA23.3-94也有类似规定，其计算公式为（此公式适用于中柱）：
如按上例的同样条件：
其结果小于美国规范。
3）国内外研究者进行了比较，多数认为加拿大规范的公式相对比较安全，较为合适。
还有人根据试验结果，提出如下计算公式（此公式适用于中柱）：
式中h为楼板(梁）的厚度，c为正方形的单边长。
4）设计建议（本建议只适用于柱混凝土强度不超过C60的情况）：
① 当柱混凝土强度与梁板混凝土强度不同时,可以采用上述方法计算节点核心区混凝土的折算强度 f′ce,按折算强度 f′ee验算节点核心区的承载力,包括抗剪及抗压(轴压及偏压),如满足承载力要求,则核心区混凝土可随粱板同时浇捣。
②对于中柱,可取公式A.0.8-2、A.0.8-3,算出节点混凝土折算强度 f′ee,为偏于安全,可取计算结果的较小值。
此时应注意节点四周的约束程度。当楼板为梁板结构时,若梁宽小于柱宽的1/2时,可按图A.0.8-2所示,在梁端做成水平加腋,以加强对梁柱核心区的约束。如节点核心区的抗剪承载力不足,可在图A.0.8-3所示的部位加配筋。如梁与柱形成偏心,则应按图 4.2.5-2、4.2.5-3设置加腋。
③ 对于边柱及角柱,一般有两种情况,即不带悬挑楼 (图A.0.8-4)及带悬挑楼板(图A.0.8-5)两种。
如图 A.0.8-4 所示的边、角柱,可按美国有关试验得出的公式进行计算: 对于边柱:
无梁楼板：
有梁楼板 ：
对干角柱 (不分有、无梁)
如图A.0.8-5 所示的边、角柱,只要悬挑长度大于或等于柱截面尺寸的2倍, 即可按中柱对待,按中柱公式计算其 f′ee。 ④ 根据我们对多栋工程的计算,按以上方法计算所得之 f′ee都能满足各工程对于柱的承载力的要求(包括剪切、轴压、偏压)。这是因为在抗震结构中,柱截面太多是轴压比定,而不是由强度决定, 因此其截面大小及配筋都有富余。 如个别情况不能满足,对于中柱,可按图A.0.8-3所示方法,加大核心区面积,并配置附加箍筋。对于边、角柱,可按图A.0.8-6所示方法加大柱核心区面积（此加大的部分,高度与粱高相同,因而不会影响使用）,并配置附加箍筋。
边角柱的荷载常小于中柱,如果边、角柱的截面与中柱相同,由于设计上一般不会使边、角柱的混凝土强度与中柱不同(否则易出错误),因此其承载力将富余较多,即使不考虑楼板的约束作用,验算结果也会无问题,此时,在柱边不做水平加腋也是可以的。但如边、角柱荷载较大,或边、角柱截面小于中柱,其承载力富余不多,则为稳妥起见,以按图做加腋为好。
详细情况,可参见《建筑结构》2001年第5期“高强混凝土柱的梁柱节点处理方法”。
⑤当剪力墙的混凝土强度高于楼板时,也可按同样方法施工,如图A.0.8-7所示:
此时,无需验算墙与板交接处的承载力,因为此处的压应力较小。
附录B 剪力墙连梁超时设计建议
附录B 剪力墙连梁超时设计建议
B.0.1 高层剪力墙结构考虑地震作用计算时，往往出现部分梁超筋超限的情况，一般均是连梁截面不满足剪压比的限值。此时若连梁弯曲裂缝对正常使用没有很大的影响且超限连梁数量不是很多时，也可按概念设计方法对连粱承受的内力和配筋进行再调整,使调整后的连梁首先满足截面剪压比的条件,同时限制受弯钢筋量使连粱的抗弯承载力维持在一定的水平,满足强剪弱弯的条件。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设计值应相应提高,对框架-剪力墙结构,框架部分梁、柱内力值也应相应提高。
对应满足截面剪压比条件的连梁最大剪力设计值,连梁箍筋可采用B.0.2条所列公式进行计算;满足强剪弱弯的连梁纵筋最大配筋率可采用B.0.3条所列公式进行计算,但尚应满足5.3.11。条第2款规定的最小配筋率要求。
对截面和配筋设计主要由风荷载控制的连梁,则不宜用本附录建议的方法,以避免正常使用中发生较大裂缝。当超限的连梁比较多时,则宜采取调整粱截面或在梁中增加水平缝(即采用双连梁)等措施,并重新计算墙肢和连梁内力。
B.0.2 连梁箍筋设计
对于跨高比
l
b
/h
b
≤2.5的连梁
连梁抗剪承载力为
由此可得按满足截面剪压比条件最大剪力设计值计算的连梁箍筋为
设
则
对于跨高比
l
b
/h
b
＞2.5的连梁
连梁抗剪承载力为
由此可得按最大剪力设计值计算的连梁箍筋为
设
则
为方便使用，箍筋配筋率Psvl和Psv2可由表B.0.2-1、表B.0.2-2直接查得
表B.0.2-1 lb/ho≤2.5时按最大剪力设计值计算的连梁箍筋配筋率ρsvl(%)
| 混凝土强度等级 箍筋及拉筋级别 | C20 | C25 | C30 | C35 | C40 | C45 | C50 | C55 | C60 |
| HPB235 | 0.541 | 0.689 | 0.847 | 1.010 | 1.172 | 1.313 | 1.453 | 1.547 | 1.627 |
| HPB300 | 0.421 | 0.536 | 0.659 | 0.785 | 0.912 | 1.021 | 1.13 | 1.203 | 1.265 |
| HRB335 | 0.379 | 0.482 | 0.593 | 0.707 | 0.82 | 0.919 | 1.017 | 1.083 | 1.139 |
| HRB400 | 0.315 | 0.402 | 0.494 | 0.589 | 0.684 | 0.766 | 0.848 | 0.902 | 0.949 |
表B.0.2-2 l
b
/h
b
＞2.5时按最大剪力设计值计算的连梁箍筋配筋率Ρsv2（%）
| 混凝土强度等级 箍筋及拉筋级别 | C20 | C25 | C30 | C35 | C40 | C45 | C50 | C55 | C60 |
| HPB235 | 0.694 | 0.879 | 1.076 | 1.276 | 1.477 | 1.65 | 1.822 | 1.937 | 2.036 |
| HPB300 | 0.540 | 0.684 | 0.837 | 0.993 | 1.149 | 1.283 | 1.417 | 1.507 | 1.584 |
| HPB335 | 0.486 | 0.616 | 0.753 | 0.894 | 1.034 | 1.155 | 1.275 | 1.356 | 1.426 |
| HPB400 | 0.405 | 0.513 | 0.628 | 0.745 | 0.862 | 0.962 | 0.962 | 1.130 | 1.188 |
注：连梁箍筋面积
A
sv
=ρ
sv
×b
b
×s
例1：
已知一连梁上机电算剪力超筋，
l
b=1200,梁高
h
b=500，跨高比λ＜2.5，采用C30混凝土，HRB335级箍筋，墙厚250，箍筋间距为100，二级抗震等级，求连梁箍筋。
查表B.0.2-1
ρ
sv=0.00593
连梁箍筋面积
A
sv=0.00593×250×100=148.25
m㎡配φ10-100双肢箍
例2：已知连梁条件同例1，但
h
b=400,箍筋间距为120，跨高比λ=3＞2.5
求连梁箍筋
查表B.0.2-2
ρ
sv=0.00753
连梁箍筋面积
A
sv=0.00753×250×120=226
m㎡配φ12-120双肢箍筋
B.0.3 连梁纵筋设计（9度时除外）
连梁剪力
假设没有考虑连梁剪力增大系数前的连梁剪力设计值V中，在重力荷载代表作用下按简支梁计算的梁端截面剪力设计值VGb占10%，考虑地震作用组合的弯矩设计值在连梁两端截面产生的剪力设计值VMb占90%，即
其中
则
则
近似取
当跨高比
l
b
/h
b
≤2.5时
由（B.0.3-2)和（B。0.3）得按最大剪力设计值计算的连梁弯矩为
代入（B.0.3-3)
ρ
sl
≈A
sl
/(b
b
h
b
)代入式B.0.3-6,得到相应的连梁最大纵筋配筋率为
一级抗震
η
vb
=1.3
二级抗震
η
vb
=1.2
三级抗震
η
vb
=1.1
当跨高比
l
b
/h
b
＞2.5时
由（B.0.3-2）和（B.0.3-14)得按最大剪力设计值计算的连梁弯矩为
代入（B.0.3-3)
ρ
sl
=A
sl
/(b
b
h
b
),代入式B.0.3-16得到相应的连梁纵筋最大配筋率为
一级抗震
η
vb
=1.3
二级抗震
η
vb
=1.2
三级抗震
η
vb
=1.1
令
式中
μ
sm为连梁抗剪超限时纵筋计算系数，为了使用方便制成表B.0.3-1和表B.0.3-2以供应用。
表B.0.3-1 λ≤2.5时连梁剪超限时纵筋计算系数μsml（%）
| 抗震等级 | 钢筋规格 | C20 | C25 | C30 | C35 | C40 | C45 | C50 | C55 | C60 |
| 一 | HRB335 | 0.1667 | 0.2067 | 0.2484 | 0.2901 | 0.3318 | 0.3665 | 0.4012 | 0.4248 | 0.4458 |
| HRB400 | 0.1390 | 0.1722 | 0.2070 | 0.2417 | 0.2765 | 0.3054 | 0.3344 | 0.3540 | 0.3715 | |
| HRB500 | 0.1150 | 0.1425 | 0.1713 | 0.2000 | 0.2288 | 0.2528 | 0.2767 | 0.2930 | 0.3075 | |
| 二 | HRB335 | 0.1795 | 0.2225 | 0.2673 | 0.3122 | 0.3571 | 0.3944 | 0.4318 | 0.4572 | 0.4798 |
| HRB400 | 0.1496 | 0.1854 | 0.2228 | 0.2602 | 0.2975 | 0.3287 | 0.3599 | 0.3810 | 0.3998 | |
| HRB500 | 0.1238 | 0.1534 | 0.1844 | 0.2153 | 0.2462 | 0.2720 | 0.2978 | 0.3153 | 0.3309 | |
| 三 | HRB335 | 0.1943 | 0.2408 | 0.2894 | 0.3380 | 0.3865 | 0.4270 | 0.4675 | 0.4949 | 0.5194 |
| HRB400 | 0.1619 | 0.2007 | 0.2412 | 0.2816 | 0.3221 | 0.3558 | 0.3896 | 0.4125 | 0.4329 | |
| HRB500 | 0.1340 | 0.1661 | 0.1996 | 0.2666 | 0.2666 | 0.2945 | 0.3224 | 0.3413 | 0.3582 |
注：1 连梁纵筋面积A
s2=μ
sm2×b
b×l
n,连梁纵筋配筋率
； 2 抗震等级为一级且ln/hb≤0.8 和抗震等级二、三级且ln/hb≤0.7时，按表中计算的连梁抗剪超限时纵筋配筋率均不大于连梁纵筋最小配筋率，因此可直接按表B.0.3-3计算配筋。
表B.0.3-2 λ＞2.5时连梁抗剪超时纵剪计算系数μsm2(%)
| 抗震等级 | 钢筋规格 | C20 | C25 | C30 | C35 | C40 | C45 | C50 | C55 | C60 |
| 一 | HRB335 | 0.2223 | 0.2756 | 0.3312 | 0.3868 | 0.4423 | 0.4887 | 0.5350 | 0.5664 | 0.5944 |
| HRB400 | 0.1853 | 0.2297 | 0.2760 | 0.3223 | 0.3686 | 0.4072 | 0.4458 | 0.4720 | 0.4953 | |
| HRB500 | 0.1533 | 0.1901 | 0.2284 | 0.2667 | 0.3051 | 0.3370 | 0.3689 | 0.3906 | 0.4099 | |
| 二 | HRB335 | 0.2393 | 0.2966 | 0.3564 | 0.1463 | 0.4761 | 0.5259 | 0.5758 | 0.6096 | 0.6397 |
| HRB400 | 0.1994 | 0.2472 | 0.2970 | 0.3469 | 0.3967 | 0.4383 | 0.4798 | 0.5080 | 0.5331 | |
| HRB500 | 0.1650 | 0.2046 | 0.2458 | 0.2871 | 0.3283 | 0.3627 | 0.3971 | 0.4204 | 0.4412 | |
| 三 | HRB335 | 0.2590 | 0.3211 | 0.3859 | 0.4506 | 0.5154 | 0.5693 | 0.6233 | 0.6599 | 0.6926 |
| HRB400 | 0.2159 | 0.2676 | 0.3216 | 0.3755 | 0.4295 | 0.4745 | 0.5194 | 0.5499 | 0.5771 | |
| HRB500 | 0.1786 | 0.2214 | 0.2661 | 0.3108 | 0.3554 | 0.3927 | 0.4299 | 0.4551 | 0.477 |
注：连梁纵筋面积
A
s2
=μ
sm2
×b
b
×l
n,连梁纵筋配筋率
。
抗震设计时，按5.3.10条第2款和《混凝土结构设计规范》GB50010-2010中表11.3.6-1 计算的连梁纵筋最小配筋率详见表B.0.3-3。
表B.0.3-3 连梁纵筋最小配筋率（支座）（%）
| 跨高比λ | 抗震等级 | 钢筋规格 | C20 | C25 | C30 | C35 | C40 | C45 | C50 | C55 | C60 |
| λ≤0.5 | HRB335 | 0.20 | 0.20 | 0.21 | 0.24 | 0.26 | 0.27 | 0.28 | 0.29 | 0.31 | |
| HRB400 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.21 | 0.23 | 0.24 | 0.25 | 0.26 | ||
| HRB500 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.20 | 0.21 | ||
| 0.5 ＜λ≤1.5 | HRB335 | 0.25 | 0.25 | 0.26 | 0.29 | 0.31 | 0.33 | 0.35 | 0.36 | 0.37 | |
| HRB400 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.26 | 0.28 | 0.29 | 0.30 | 0.31 | ||
| HRB500 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.26 | ||
| λ＞1.5 | 三级、四级 | HRB335 | 0.25 | 0.25 | 0.26 | 0.29 | 0.31 | 0.33 | 0.35 | 0.36 | 0.37 |
| HRB400 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.26 | 0.28 | 0 ．29 | 0.30 | 0.31 | ||
| HRB500 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.25 | 0.26 | ||
| 二级 | HRB335 | 0.30 | 0.30 | 0.31 | 0.34 | 0.37 | 0.39 | 0.41 | 0.42 | 0.44 | |
| HRB400 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.31 | 0.33 | 0.34 | 0.35 | 0.37 | ||
| HRB500 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | 0.30 | ||
| 一级、特一级 | HRB335 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.42 | 0.46 | 0.48 | 0.50 | 0.52 | 0.54 | |
| HRB400 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.42 | 0.44 | 0.45 | ||
| HRB500 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 | 0.40 |
附录C 剪力墙墙厚的稳定计算
附录C 剪力墙墙厚的稳定计算
C.0.1 抗震设计时，对于特一、一、二、三级抗震等级剪力墙的墙肢，可按估算层荷载及规范规定的轴压比限值R（如一般剪力墙，特一和一级9度为0.4，一级6、7、8度为0.5，二、三级为0.6）估算。当已知墙肢的每层承载面积Aq时，可按下式估算墙厚
B
w:
式中
Q——每平方米层荷重标准值（kN/㎡）；Q=13.0+7(n-15)/20,当n小于15时取n=15；
A
q——墙肢的每层承载面积（㎡）；
B
w——墙厚（m);
n——层数；
h
w——墙肢高度（m);
R——对应组合轴力设计值的轴压比限值；
f
c——混凝土轴心抗压强度设计值（kN/㎡）。
C.0.2 当按C.0.1条估算的墙厚Bw不满足表5.3.3-2和表5.3.12-2时，可按轴压比限值由下式验算稳定估算墙厚，也可按C.0.3条查表确定。当T形、L形、槽形、工字型剪力墙的翼缘截面高度或T形、L形剪力墙的腹板截面高度与翼缘截面厚度之和小于截面厚度的2倍和800mm时，尚宜按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录D.0.4条验算剪力墙的整体稳定性。
式中
B
w——墙厚（mm)；
E
e——混凝土弹性模量（N/㎡）；
L
o——剪力墙墙肢计算长度（mm)(按《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010附录D确定）。
C.0.3 按轴压比限值验算稳定估算的墙厚可按下列步骤查出：
设
则
B
w
≥ηL
O
由表C.0.3-1
~表C.0.3-3分别查出
η及
L
O，可判断
B
w是否满足要求。
表C.0.3-1剪力墙墙厚计算系数η值
 |
0.2 | 0.25 | 0.3 | 0.35 | 0.4 | 0.45 | 0.5 | 0.55 | 0.6 |
| 20 | 0.0274 | 0.0307 | 0.0336 | 0.0363 | 0.0388 | 0.0411 | 0.0434 | 0.0455 | 0.0475 |
| 25 | 0.0291 | 0.0326 | 0.0357 | 0.0385 | 0.0412 | 0.0437 | 0.0437 | 0.0483 | 0.0505 |
| 30 | 0.0309 | 0.0345 | 0.0378 | 0.0408 | 0.0436 | 0.0463 | 0.0463 | 0.0512 | 0.0534 |
| 35 | 0.0325 | 0.0364 | 0.0399 | 0.0430 | 0.0460 | 0.0488 | 0.0460 | 0.0540 | 0.056 |
| 40 | 0.0343 | 0.0383 | 0.0420 | 0.0453 | 0.0484 | 0.0514 | 0.0484 | 0.0568 | 0.059 |
| 45 | 0.0355 | 0.0397 | 0.0434 | 0.0469 | 0.0502 | 0.0532 | 0.0502 | 0.0588 | 0.061 |
| 50 | 0.0366 | 0.0409 | 0.0448 | 0.0484 | 0.0517 | 0.0549 | 0.0517 | 0.0606 | 0.063 |
| 55 | 0.0377 | 0.0422 | 0.0462 | 0.0499 | 0.0534 | 0.0566 | 0.0534 | 0.0626 | 0.0653 |
| 60 | 0.0391 | 0.0437 | 0.0478 | 0.0517 | 0.0552 | 0.0586 | 0.0552 | 0.0648 | 0.0677 |
注：剪力墙墙厚
B
w
≥η×L
0（
L
0——剪力墙墙肢计算长度，R轴压比）
附录D 结构抗震性能设计
附录D 结构抗震性能设计
D.0.1 结构抗震性能设计应分析结构方案的特殊性、选用适宜的结构抗震性能目标，并采取满足预期的抗震性能目标的措施。
结构抗震性能目标应综合考虑抗震设防类别、设防烈度、场地条件、结构的特殊性、建造费用、震后损失和修复难易程度等各项因素选定。结构抗震性能目标分为A、B、C、D四个等级,结构抗震性能分为l、2、3、4、5五个水准(表D.0.l),每个性能目标均与一组在指定地震地面运动下的结构抗震性能水准相对于。
表D.0.1结构抗震性能目标
 |
A | B | C | D |
| 多遇地震 | 1 | 1 | 1 | 1 |
| 设防烈度地震 | 1 | 2 | 3 | 4 |
| 预估的罕遇地震 | 2 | 3 | 4 | 5 |
D.0.2 结构抗震性能目标的选用与抗震措施的选取
当前我国的抗震设计采用基于承载力和刚度的设计方法,基于多遇地震水平下的设计内力,按照承载能力极限状态设计方法确定构件的配筋,通过抗震措施要求实现预期的结构破坏形态并确保结构构件具有预期的延性,对重要的结构验算结构的弹塑性层间位移角来保证设计罕遇地震作用下的安全。
不同下传统的基于承载力抗震设计方法,性能化抗震设计方法使结构在不同重现期的地震作用下,达到不同的预定性能水平,从而实现结构的设计性能目标。性能化设计方法(Performance-basedDesign Method)自从上世纪九十年代初提出至今已经二十多年,美围ATC40与FEMA273等文件中最早系统地介绍结构构件实现抗震性能化目标的具体抗震设计方法与要求。
在总结我国多年来对结构抗震性能研究、破坏性地震的建筑灾害调查以及超限结构抗震审查工作成果的基础上,我国《高层建筑混凝土结构设计规程》JGJ3-20l0中明确提出结构抗震性能化设计目标,设计要求与具体计算方法与参数取值建议。
规范将结构的抗震性能水准划分为5个性能水准,分别用1、2、3、4、5级表示,对应将结构的抗震性能目标划分为四种:A、B、C、D四级抗震设计的结构。四级抗震性能目标与《建筑抗震设计规范》GB50011-2010提出结构抗震性能1、2、3、4是一致的。地震地面运动一般分为三个水准,即多遇地震(小震)、设防烈度地震(中震）及预估的罕遇地震(大震）。在设定的地震地面运动下,与四级抗震性能目标对应的结构抗震性能水准的判别准则详见《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.11.2条作出的规定。
A、B、C、D四级性能目标的结构,在小震作用下均应满足第l抗震性能水准,即满足弹性设计要求;在中震或犬震作用下,四种性能目标所要求的结构抗震性能水准有较大的区别。A级性能目标是最高等级,中震作用下要求结构达到第1抗震性能水准,大震作用下要求结构达到第2抗震性能水准，即结构仍处于基本弹性状态;B级性能目标,要求结构在中震作用下满足第2抗震性能水准,大震作用下满足第3抗震性能水准,结构仅有轻度损坏;C级性能目标,要求结构在中震作用下满足第3抗震性能水准，大震作用下满足第4抗震性能水准，结构中度损坏；D级性能目标是最低等级，要求结构在中震作用下满足第4抗震性能水准，大震作用下满足第5性能水准，结构有比较严重的损坏，但不致倒塌或发生危及生命的严重破坏。
鉴于地震地面运动的不确定性以及对结构在强烈地震下非线性分析方法(计算模型及参数的选用等）存在不少经验因素,缺少从强震记录、设计施工资料到实际震害的验证,对结构抗震性能的判断难以十分准确,尤其是对于长周期的超高层建筑或特别不规则结构的判断难度更大,因此在性能目标选用中宜偏于安全一些。例如:特别不规则的、房屋高度超过B级高度很多的高层建筑或处于不利地段的特别不规则结构,可考虑选用A级性能目标;房屋高度超过B级高度较多或不规则性超过本规程适用范围很多时,可考虑选用B级或C级性能目标;房屋高度超过B级高度或不规则性超过适用范围较多时,可考虑选用C级性能目标;A级高度或不规则性超过适用范围较少时,可考虑选用C级或D级性能目标。结构方案中仅有部分区域结构布置比较复杂或结构的设防标准、场地条件等特殊性,使设计人员难以直接按规定的常规方法进行设计时,可考虑选用C级或D级性能目标。性能目标选用时,一般需征求有关专家的意见。
结构抗震性能分析论证的重点是深入的计算分析和工程判断,找出结构有可能出现的薄弱部位，提出有针对性的抗震加强措施,必要的试验验证,分析论证结构可达到预期的抗震性能目标。一般需要进行如下工作:
1 分析确定结构超过规范、规程及法规适用范围及不规则性的情况和程度;
2 认定场地条件、抗震设防类别和地震动参数;
3 深入的弹性和弹塑性计算分析(静力分析及时程分析）并判断计算结杲的合理性；
4 找出结构有可能出现的薄弱部位以及需要加强的关键部位,提出有针对性的抗震加强措施；
5 必要时还需进行构件、节点或整体模型的抗震试验,补充提供论证依据,例如对未列入的新型结构方案又无震害和试验依据或对计算分析难以判断、抗震概念难以接受的复杂结构方案；
6 论证结构能满足所选用的抗震性能目标的要求。
D.0.3 结构抗震性能水准可按表D.0.3进行宏观判别。
表D.0.3 各性能水准结构预期的震后性能状况
| 结构抗震 性能水准 |
宏观损坏程度 | 损坏部位 | 继续使用 的可能性 | ||
| 关键构件 | 普通竖向构件 | 耗能构件 | |||
| 1 | 完好、无损坏 | 无损坏 | 无损坏 | 无损坏 | 不需修理即可继续使用 |
| 2 | 基本完好、轻微损坏 | 无损坏 | 无损坏 | 轻微损坏 | 稍加修理即可继续使用 |
| 3 | 轻度损坏 | 轻微损坏 | 轻微损坏 | 轻度损坏、部分中度损坏 | 一般修理后可继续使用 |
| 4 | 中度损坏 | 轻度损坏 | 部分构件 中度损坏 | 中度损坏、部分比较严重损坏 | 修复或加固后可继续使用 |
| 5 | 比较严重损坏 | 中度损坏 | 部分构件比较严重损坏 | 比较严重损坏 | 需排险大修 |
注:“关链构件”是措该构件的失效可能引起结构的连续破坏或危及生命安全的严重破坏；“普通竖向构件”“关健构件”之外的竖向构件；“耗能构件”包括框架梁、剪力墙连梁及耗能支撑等。
D.0.4 结构抗震性能水准 l990 建抗宇第377号文件中将建筑地震的破坷颦等级划分为5级,“完好,基本完好”、“轻微损伤”、“中等破坏”、“严重破坏”和 “倒塌”。对应的破坏描述与继续使用的可能性如表D.0.4所示。
表D.0.4建筑地震的破坏等级划分（1990建抗字第377号文件）
| 破坏等级 | 破坏描述 | 继续使用的可能性 |
| 完好，基本完好 | 承重构件完好，个别非承重构件轻微损坏，附属构件有不同程度破坏 | 一般不需修理即可继续使用 |
| 轻微损伤 | 个别承重构件轻微裂缝，个别非承重构件明显破坏，附属构件有不同程度破坏 | 不需修理或稍加修理，仍可继续使用 |
| 中等破坏 | 多数承重构件轻微裂缝，部分明显裂缝，个别非承重构件明显破坏 | 需一般修理，采取安全措施后可适当使用 |
| 严重破坏 | 多数承重构件明显破坏或部分倒塌 | 应排险大修 |
| 倒塌 | 多数承重构件倒塌 | 应拆除 |
注：个别指5%以下的构件；部分指30%以下的构件；多数指大于50%的构件。
这个划分方法主要用于地震后建筑的安全评估，《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010参考了原来的划分原则，但将原来的第一类“完好，基本完好”分为两类“完好、无损坏”（水准1）与“基本完好、轻微损坏”（水准2）两类，原来的“轻微损伤”定义为“轻度损坏”（水准3），,对“中等破坏”定义为“中度损坏”(水准4),“严重破坏”定义为“比较严重损坏”(水准5)。针对损坏构件的功能与重要性提出增加了具体的性能目标,其中“关键构件”由结构工程师根据工程实际情况分析确定,例如:底部加强部位的重要竖向构件、水平转换构件及与其相连竖向支承构件、大跨连体结构的连接体及与其相连的的竖向支承构件大悬挑结构的主要悬挑构件、加强层伸臂和周边环带结构的竖向支承构件、承托上部多个楼层框架柱的腰桁架、长短柱在同一楼层且数量相当时该层各个长短柱、扭转变形很大部位的竖向(斜向）构件、重要的斜撑构件等。对震后修复或加固后可否继续使用也明确提出说明,由于为设计的预期震后性能状况,所以,要求比原采的评估严格,取消了原来的“倒塌”等级。
D.0.5 不同抗震性能水准的结构可按下列规定进行设计:
1 第1性能水准的结构,应满足弹性设计要求。在多遇地震作用下,其承载力和变形应符合的有关规定;在设防烈度地震作用下,结构构件的抗震承载力应符合下式规定:
式中
R
d
、γ
RE
—分别为构件承载力设计值和承载力抗震调整系数,详见《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第3.8.1条;
S
GE
、γ
G
、γ
Eh
、γ
Ev——见《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2010第5.6.3条;
S
*
Ehk——水平地震作用标准值的构件内力,不需考虑与抗震等级有关的增大系数；
S
*
Evk——竖向地震作用标准值的构件内力,不需考虑与抗震等级有关的增大系数。
第一类性能水准的结构,等同下“小震弹性,中震弹性不屈服”的目标,要求全部构件的抗震承载力满足弹性设计要求。(小震）作用下,结构的层间位移、结构构件的承载力及结构整体稳定等均应满足《高层建筑混凝士结构技术规程》JGJ3-2010 的有关规定；结构构件的抗震等级不宜低于JGJ3-20l0的有关规定,需要特别加强的构件可适当提高抗震等级,已为特一级的不再提高。在设防烈度(中震）作用下,构件承载力需满足弹性设计要求,如式(D.0.5-1), 其中不计入风荷载作用效应的组合,地震作用标准值的构件内力( S
*
Ehk 、S
*
Evk)计算中不需要乘以与抗震等级有关的增大系数。
2 第2性能水准的结构,在设防烈度地震或预估的罕遇地震作用下,关键构件及普通竖向构件的抗震承载力宜符合式(D.0.5-1)的规定;耗能构件的受剪承载力宜符合式(D.0.5-1)的规定,其正截面承载力应符合下式规定:
式中
R
k——截面承载力标准值，按材料强度标准值计算。
第2性能水准的结构,关链构件及晋通坚向构件等同于“小震弹性,中震不屈服”的目标, 在设防烈度(中震)作用F,构件承载力需满足弹性设计要求,如式(D.0.5-1),其中不计入风荷载作用效应的组合,地震作用标准值的构件内力(S
*
Ehk、S
*
Evk) 计算中不需要乘以冒抗震等级有关的增大系数。
第2性能水准结构的设计要求与第1性能水准结构的差别是,框架梁、剪力墙连梁等耗能构件的正截面承载力只需要满足式(D.0.5-2)的要求,即满足“屈服承载力设计”。“屈服承载力设计”是指构件按材料强度标准值度标的承载力Rk 不小于按重力荷载及地震作用标准值计算的构件组合内力。对耗能构件只需验算水平地震作用为主要可变作用的组合工况,式（D.0.5-2)中重力荷载分项系数
γ
G、水平地震作用分项系数
γ
Eh及抗震承载力调整系数
γ
RE均取1.0,竖向地震作用分项系数
γ
Ev取0.4。
3 第3性能水准的结构应进行弹塑性计算分析。在设防烈度地震或预估的罕遇地震作用下,关键构件及普通竖向构件的正截而承载力应符合式(D.0.5-2)的规定,水平长悬臂结构和大跨度结构中的关键构件正截面承载力尚应符合式（D.0.5-3)的规定,其受剪承载力宜符合式(D.0.5-1）的规定；部分耗能构件进入屈服阶段,但其受剪承载力应符合式(D.0.5-2)的规定。在预估的罕遇地震作用下,结构薄弱部位的层间位移角应满足JGJ3-2010第3.7.5条的规定。
第3性能水准结构,允许部分框架梁、剪力墙连粱等耗能构件进入屈服阶段,竖向构件及关键构件正截面承载力应满足式(D.0.5-2)“屈服承载力设计”的要求；水平长悬臂结构和大跨度结构中的关键构件正截面“屈服承载力设计”需要同时满足式 (D.0.5-2)及式（D.0.5-3)的要求。式(D.0.5-3)表示竖向地震为主要可变作用的组合工况,式中重力荷载分项系数
γ
G、竖向地震作用分项系数
γ
Ev及抗震承载刀调整系数
γ
RE均取1.0,水平地震作用分项系数
γ
Eh取0.4。这些构件的受剪承载力宜符合式(D.0.5-1)的要求。整体结构进入弹塑性状态,应进行弹塑性分析。为方使设计,允许采用等效弹性方法计算竖向构件及关键部位构件的组合内力(SGE、S
*
Ehk 、S
*
Evk ), 计算中可适当考虑结构阻尼比的增加(增加值一般不大于0.02)以及剪力墙连梁刚度的折减(刚度折减系数一般不小于0.3)。实际工程设计中,可以先对底部加强部位和薄弱部位的竖向构件承载力按上述方法计算,再通过弹塑性分析校核全部竖向构件均未屈服。
4 第4性能水准的结构应进行弹塑性计算分析。在设防烈度或预估的罕遇地震作用下,关链构件的抗震承载力应符合式(D.0.5-2)的规定,水平长悬臂结构和大跨度结构中的关链构件正截面承载力尚应符合式(D.0.5-3)的规定;部分竖向构件以及太部分耗能构件进入屈服阶段,但钢筋混凝土竖向构件的受剪截面应符合式(D.0.5-4)的规定,钢-混凝土组合剪力墙的受剪截面应符合式(D.0.5-5)的规定。在预估的罕遇地震作用下,结构薄弱部位的层间位移角应符合JGJ3-2010第3.7.5条的规定。
式中
V
GE——重力荷载代表值作用下的构件剪力(N); V
*
Ek——地震作用标舫佳值的构件剪力(N),不需考虑与抗崇等级有关的增大系数;
f
ak——剪力墙端部暗柱中型钢的强度标准值(N/
m㎡);
A
a——剪力墙端部暗柱中型钢的截面面积(
m
㎡);
f
spk——剪力墙端部暗柱中型钢的截面面积(
m㎡); A
*
sp——剪力墙墙内钢板的横截面面积(
m㎡)。
第4性能水准结构, 关键构件抗震承载力应满足式(D.0.5-2)“屈服承载力设计”的要求,水平长悬臂结构和大跨度结构中的关键构件抗震承载力需要同时满足式(D.0.5-2)及式(D.0.5-3）的要求;允许部分竖向构件及大部分框架粱、剪力墙连梁等耗能构件进入屈服阶段,但构件的受剪截面应满足截面限制条件, 这是防止构件不发生脆性受剪破坏的最低要求。式(D.0.5-4)和（D.0.5-5）中，
V
GE、V
*
Ek可按弹塑性计算结果取值，也可按等效弹性方法计算结果取值（一般情况下时偏于安全的）。结构的抗震性能必须通过弹塑性计算加以深入分析，例如：弹塑性层间位移角、构件屈服的次序及塑性铰分布、结构的薄弱部位、整体结构的承载力可通过静力弹塑性方法进行估计。
5 第5性能水准的结构应进行弹塑性计算分析。
在预估的罕遇地震作用下，关键构件的抗震承载力宜符合式(D.0.5-2)的规定;较多的竖向构件进人屈服阶段,但同一楼层的竖向构件不宜全部屈服;竖向构件的受剪截面应符合式（D.0.5-4)或(D.0.5-5)的规定；允许部分耗能构件发生比较严重的破坏;结构薄弱部位的层间位移角应符合JGJ3-20l0第3.7.5条的规定。
第5性能水准结构与第4性能水准结构的差别在于关键构件承载力宜满足“屈服承载力设计”的要求,即大震不屈服的要求,允许比较多的竖向构件进入屈服阶段,并允许部分“粱”等耗能构件发生比较严重的破坏。结构的抗震性能必须通过弹塑性计算加以深入分析,尤其应注意同一楼层的竖向构件不宜全部进入屈服并宜控制整体结构承载力下降的幅度不超过l0%。
D.0.6 当需要按地震残余变形确定使用性能时,结构构件除满足提高抗震安全性的性能要求外,不同性能要求的层间位移参考指标,可按表D.0.6的示例选用：
表D.0.6 结构构件实现抗震性能要求的层间位移参考指标示例
| 性能要求 | 多遇地震 | 设防地震 | 罕遇地震 |
| 性能1 | 完好变形远小于弹性位移限值可能 | 完好，变形小于弹性位移限值 | 基本完好，变形略大于弹性位移限值 |
| 性能2 | 完好，变形远小于弹性位移值 | 基本完好，变形略大于弹性位移限值 | 有轻微塑性变形，变形小于2 倍弹性位移限值 |
| 性能3 | 完好，变形明显小于弹性位移限值 | 轻微损坏，变形小于2 倍弹性位移限值 | 有明显塑性变形，变形约4 倍弹性位移限值 |
| 性能4 | 完好，变形小于弹性位移限值 | 轻—中等破坏，变形小于3 倍弹性位移限值 | 不严重破坏，变形不大于0.9 倍弹塑性变形限值 |
注：设防烈度和罕遇地震下的变形计算,应考虑重力二阶效应,可扣除整体弯曲变形。
计算时需要注意地震作用计算时阻尼比的影响,对于设防地震或罕遇地震,由于结构可能发生一定的损伤,结构的整体阻尼比会有所增大,采用弹性振型分解反应谱法计算地震作用时,除考虑场地卓越周期的变化外,可以适当考虑阻尼比增加后的情况。
D.0.7 结构的竖向构件在不同破坏状态下层间位移角的参考控制目标,若依据实验结果并扣除整体转 动影响,墙体的控制值要远小于框架柱。从工程应用的角度,参照常规设计时各楼层最大层间位移角的限值，若干结构类型变形最大的楼层中竖向构件最大位移角限值如表D.0.7所示：
表D.0.7结构竖向构件对应于不同破坏形态的最大层间位移角参考控制目标
| 结构类型 | 完好 | 轻微损坏 | 中等破坏 | 不严重破坏 |
| 钢筋混凝土框架 | 1/550 | 1/250 | 1/120 | 1/60 |
| 钢筋混凝土抗震墙、筒中筒 | 1/1000 | 1/500 | 1/250 | 1/135 |
| 钢筋混凝土框架—抗震墙、板柱—抗震墙、框架——核心筒 | 1/800 | 1/400 | 1/200 | 1/110 |
| 钢筋混凝土框支层 | 1/1000 | 1/500 | 1/250 | 1/135 |
| 钢结构 | 1/250 | 1/200 | 1/100 | 1/55 |
| 钢框架—钢筋混凝土内筒、型钢混凝土框架—钢筋混凝土内筒 | 1/800 | 1/400 | 1/200 | 1/110 |
上述表中，对完好状态下的最大层间位移角限值与现行《建筑抗震设计规范》5.5.1条的要求保持一致。由于正常设计的绝大多数结构，其再设计水平地震作用下的层间位移多小于最大层间位移角限值，考虑到荷载与作用效应分项系数与钢筋与混凝土材料强度分项调整系数，结构构件的实际承载力是其设计承载力的1.5
~2.5倍。基于材料理想弹塑性假定，即当外荷载或作用增加50%
~150%时，结构理论上仍然处于弹性，位移对应增加50%
~150%，平均约增加100%，即其最大层间位移角为完好状态弓单性最大层间位移角的两倍, 定义此状态为轻微损坏状态。中等破坏对应的变形限值定义为轻微损坏状态下最大层间位移角限值的两倍,主要估计对应设计中震水平的地震作用约为设计多遇地震水平地震作用的三倍左右,荷载或作用增加1倍左右后为轻微损坏状态,再增加l00%时,结构刚度有所降低,但整体结构的刚度降低有限,对应位移约增加100%左右。
对不严重破坏要求结构的最大层间位移角限值,比现行《建筑抗震设计规范》5.5.5中的结构蒲弱层(部位)在设计罕遇地震作用下的最大弹塑性层间位移角限值略小,保证前期工作的轻微损坏状态。
D.0.8 结构构件细部构造对应于不同性能要求的抗震等级,可按表D.0.8的示例选用；结构中同一部位的不同构件,可区分竖向构件和水平构件, 按各自最低的性能要求所对应的抗震构造等级选用:
表D.0.8 结构构件对应于不同性能要求的构造抗震等级示例
| 性能目标 | 构造的抗震等级 |
| A | 基本抗震构造。可按常规设计的有关规定降低二度采用，但不得低于6 度，且不发生脆性破坏 |
| B | 低延性构造。可按常规设计的有关规定降低一度采用，当构件的承载力高于多遇地震提高二度的要求时，可按降低二度采用；均不得低于6 度，且不发生脆性破坏 |
| C | 中等延性构造。当构件的承载力高于多遇地震提高一度的要求时，可按常规设计的有关规定降低一度且不低于6 度采用，否则仍按常规设计的规定采用 |
| D | 高延性构造。仍按常规设计的有关规定采用 |
D.0.9 结构弹塑性计算分析除应符合JGJ3-2010第5.5.1条的规定外,尚应符合下列规定:
1 高度不超过值150m的高层建筑可采用静力弹塑性分析方法；高度超过200mm时,应采用弹塑性时程分析法;高度在150m~200m之间,可视结构不规则程度选择静力弹塑性方法或弹塑性时程分析方法。高度超过300m的结构,应有两个独立的计算,进行校核。
2 复杂结构应迸行施正工模拟分析,应以施工全过程完成后的内力为初始状态。
3 弹塑性时程分析宜采用双向或三向地震输入。
D.0.10 不同弹塑性分析计算方法的选择
由于在不同设计地震作用下,结构中个别构件或部分构件可能进入弹塑性工作阶段,所以,分析过程中必须考虑材料与结构构件进入弹塑性工作状态这一基本特征。能正确再现结构构件进入弹塑性状态后结构的性能,结构弹塑性分析计算是实现结构抗震性能设计的非常重要的手段之一。
目前,结构的弹塑性分析包括静力弹塑性分析方法和弹塑性时程分析法两种。静力弹塑性分析方法又叫PUSHOVER方法,其基本思路是首先计算结构在竖向荷载作用下的内力,高度较大或体型复杂的结构需要考虑实际建设施工顺序的影响,将实际竖间荷载分阶段施加在计算模型上,考虑施工顺序的影响。然后, 在计算结构上施加沿高度按某种模式分布的模拟水平地震作用,保持水平地震作用沿高度的分布摸型不变,逐渐增加总水平作用的大小,计算结构的内力与变形,得到结构从弹性阶段到进入屈服后弹塑性阶段的变化过程,当计算结构的顶点水平位移或总基底剪力达到预设的位移目标或剪力目标或结构形成机构等条件时计算结束。整个模拟过程类似于给计算结构施加水平推力,将计算结构“推倒”, 从而获得结构基本能力曲线以及塑性发生位置以及塑性发展顺序,结构的破坏模式等。
水平地震作用沿结构高度的分布模式目前没有统一规定,一般有倒三角分布模式、均匀分布模式、基于振型分解反应谱法组合结果的分布模式、基于结构振动模态的分布模式(MPA),最近有国内外学者研究基于结构实际抗侧刚度的振型分解反应谱法组合结果的分布模式等。大部分PUSHPVER计算采用倒三角分布模式或基于振型分解反应谱法组合结果的分布模式，并在计算过程中保持不变。
在获得结构整体的基底剪力一顶点位移关系曲线后，一般采用能力谱法（Capacity SpectrumMethod)、直接基于位移的方法(Top Displacement Method)或保证延性的方法等不同的方法采评估不同设计地震作用下结构的位移响应与塑性发展状态,其中能力谱法是日前比较成熟、被普遍采用的评估方法。能力谱方法评估结构的抗震性能的基本过程包括如下几个步骤:
首先按照承载力设计方法完成结构的抗震设计,然后进行静力弹塑性分析（推覆分析), 获得结构的基底剪力—顶点位移关系等能力曲线, 然后将能力曲线转换为能力谱曲线,对于比较规则、第一振型为主的结构,按照第一振型的关系将基底剪力—顶点位移关系曲线转换为谱加速度—谱位移关系曲线。这也是这种方法适用范围的决定性因素,JGJ3—20l0规程中,建议对高度不超过150m或200m但非特别不规则的结构的高层建筑可采用静力弹塑性分析方法。
弹塑性时程分析法则直接计算结构在指定地震激励下的弹塑性动力响应,与静力弹塑性方法相比,动力方法直接计算结构在模拟地震动力作用下的弹塑性动力响应,直接模拟结构的刚度、质量、阻尼等参数的变化以及结构构件发生屈服后动力响应的变化,不受静力弹塑性分析计算中对结构规则性的要求，所以, 其计算结构的高度范围与规则性没有规定,理论上弹塑性时程分析法适用于任意高度的建筑抗震设计。但是,由于弹塑性时程分析法要求设计人员对弹塑性性能与动力计算、结果判定等方面有一定的基础知识,而且其计算周期较长,目前对超过150m特别超过200m的房屋要求采用弹塑性时程分析法计算。对高度超过300m的绐构,为使弹塑性时程分析计算结果有较大的把握,要求采用两个独立的、不同力学模型的程序分别计算,对计算结杲进行比对校核。
影响弹塑性时程分析结果的因素较多,一个是输入地震记录的数量与选取问题。我国目前没有统一地制定地震记录供设计人员采用,设计人员可以采用不同的天然地震加速度记录,也可采用人工合成的地震记录,一般需要计算一组三条地震记录作用下的动力响应或7条地震记录的动力响应。建议对不足7条时动力计算结果取功力响应的包络值,超过7条地震记录时选取动力相应结果的平均值。二是选取地震加速度记录时要考虑设计地震分组以及地基场地特征,要求选取的地震加速度记录的反应谱曲线统计特征与设计场地的加速度反应谱曲线基本吻合,加速度最大峰值调整到设计加速度峰值水平。而且输入加速度记录的持时不能太短,有专家建议持时不少于5倍结构的第一周期, 保让结构能够完成基本周期下完整的功力响应,防止持时太短导致结构的动力响应尚未完成就停止计算而导致的误判情况。
结构采用一维还是双向或三维输入规程没有明确规定。从对规则结构模型单维、双维与三维振动台模型动力响应量测结果看,规则结构多维激励下的动力响应可以近似按照双维或三维分别激励下的结果合成, 但是,考虑到结构的附加偏心,结构屈服发生的不对称性能因素,建议弹塑性时程分析宜采用双向地震输入; 对竖问地震作用比较敏感的结构,如连体结构、大跨度转换结构、长悬臂结构、高度超过300m的结构等,宜采用三向地震直接输入。双维或三维输入时,可以选用同一条地震记录按照要求在两个方问分别调整加速度峰值后同时输入,也可利用双维或三维实际记录,按照要求按比例调整各向的峰值加速度记录或只让主方向峰值加速度峰值满足规范的要求，另外的方向按照系统比例调整其加速度峰值,不必完全满足1：0.85:0.65的要求。
从以往的大量计算经验看,由于不同地震记录反应的能量分布不同,虽然最大峰值加速度相同,但是,结构的动力响应,包括基底剪力、顶点位移或层间位移可能相差几倍甚至几十倍, 同一个结构在不同模拟地震加速度激励下动力响应的相差显著是困扰这种方法应用的–个主要因素,如何合理选波是弹塑性时程分析方法应用中的最大难点之一。另外,如何评价动力计算结果,也是弹塑性时程分析方法应用中的另一个问题。大量输出数据中如何判定结构可能的动力响应大小,如何确定其合理的取值,从而为工程抗震设计提供改进意见与建议,准确找到结构中可能的薄弱环节,从而改迸结枸的抗震设计一也是目前的一个难点之一。相比,静力弹塑性方法计算软件设计人员比较容易掌握,对计算结果的工程判断也容易一些,所以,规程适当放宽了静力弹塑性方法的适用高度。
附录E 关于采用并筋的构造规定
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E.1 梁中采用并筋的构造规定
E.1 梁中采用并筋的构造规定
E.1.1 在梁中配置热轧带肋纵向受力钢筋筋的密集区域可采用并筋的配筋形式。
E.1.2 并筋应由直径相同或直径相近相同种类和相同强度等级的2
~3根钢筋经绑扎并成钢筋束(简称并筋)。
E.1.3 并筋中单根钢筋直径为28mm及以下时,单根钢筋的数量不应超过3根;单根钢筋直径为32mm时,其数量不应超过2根。直径36mm及以上的钢筋不应采用并筋。
E.1.4 并筋应按等效钢筋计算。并筋等效直径应按截面积相等原则换算确定。当直径相同的单根钢筋数量为两根时,并筋的等效直径可取1.41倍单根钢筋直径;当直径相同的单根钢筋数量为三根时,并筋的等效直径可取1.73倍单根钢筋直径。
E.1.5 由两根单独钢筋组成的并筋町按竖向或横向的方式布置;由三根单独钢筋组成的并筋宜按品字形布置,并均应按并筋的重心作为等效钢筋的重心(图E.1.5)
E.1.6 并筋的混凝土保护层厚度除不应小于并筋的等效直径外(保护层厚度应从并筋的实际外轮廓计算〕,尚应满足《混凝土结构设计规范》GB50010-20l0第8.2.1条的规定(图E.l.6)。
两相邻并筋间的水平方向和垂直方向净间距除应满足浇注混凝土的施工要求外,尚应满足不小于并筋的等效直径。
E.1.7 并筋的锚固宜采用直线锚固方式。整束并筋的受拉基本锚固长度可根据等效直径按《混凝土结构设计规范》GB500l0~20l0第8.3.1条及第8.3.2条的规定进行确定。
E.1.8 钢筋混凝土约束梁及连续梁支座截面承受弯矩的纵向受拉并筋,当需要截断时,应满足《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第9.2.3条的规定,但确定不需要该钢筋的截面以外的截断长度及从该并筋强度充分利用截面的伸出长度时，均应按并筋的等效直径计算。对三并筋确定其伸出长度时的la 尚应乘以增大系数1.2。
E.1.9 并筋采用绑扎搭接连接时，应按每根单筋错开逐次搭接的方式连接。接头面积百分率应按同一连接区段内所有的单根搭接接头的纵向受力钢筋与并筋的所有的单根钢筋截面面积的比值计算。并筋中钢筋的搭接长度应按单筋分别计算。并筋的任意截面中有搭接连接接头时，单根钢筋的数量不应超过4根，且每根单筋只能绑扎搭接连接一次。
1、2—受力钢筋 注：钢筋绑扎搭接接头连接区段的长度为1.3倍搭接长度，凡搭接接头重点位于该连接区段长度内的搭接接头均属于同一连接区段。
E.1.10 受压力的并筋不需分批截断。对于等效直径大于或等于32mm的并筋，其端部至少应设置4根直径不小于12mm的箍筋。其间距不应大于100mm;此外在受压力的并筋其他部位也应设置箍筋，其直径及间距应满足《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第9.2.9条的规定。
E.2 柱中采用并筋的构造规定
E.2
柱中采用并筋的构造规定
E.2.1 现浇混凝土立柱内纵向受力钢筋密集时，可采用并筋配筋方式便于浇注混凝土。
E.2.2 立柱采用并筋方式应同时符合下列条件：
1 纵向受力钢筋的锚固采用直线锚固；
2 立柱中的并筋纵向受力钢筋直径要求筒同E.1.3条；
3 纵向受力钢筋类别为热轧带肋钢筋。
E.2.3 立柱并筋的构造应符合下列要求：
1 并筋可采用一字形排列（双并筋）或品字形排列（三并筋）（图E.2.3)；
2 整束并筋的基本锚固长度应按并筋等效直径进行计算，并筋的等效直径应按截面面积相等的原则换算确定，并乘以增大系数1.2（对双并筋）或1.3（对三并筋）；3 立柱并筋的保护层厚度要求同E.1.6条；
4 立柱采用并筋配筋时的箍筋最大间距及最小直径，非抗震设防情况除符合《混凝土结构设计规范》GB50010-2010第9.3.2条的规定外，尚应不大于15d(d为并筋中单根钢筋直径）及d
e/4(d
e为并筋的等效直径）；抗震设防情况尚应符合第11.4.12条的规定，其中箍筋最大间距按并筋中的单根钢筋直径确定。
