一位结构设计总工的总结1~32页.doc

设计中宜注意的几个问题莫沛锵 主导思想：结构设计是建筑构思，确定整体布局和建筑造型的核心环节。它需要结构工程师与建筑师相互理解密切配合，以便共同创造建筑功能与内在结构和谐统一的作品。这就要求结构工程师熟悉并能灵活地运用各种结构设计规范、规程，经过充分的试验研究，从理论和计算上作周密的分析，构造上采取有效的措施，解决各种各样的建筑与结构的矛盾，以求达到最大限度地与建筑设计协调一致，共同创造实用、经济、合理和美观的最佳建筑作品。 消防车荷载：消防车荷载不属于偶然荷载。建筑结构荷载规范已明确，消防车荷载是属于可变荷载，与汽车、客车是同类型的荷载。其值可以从该规范表4.1.1查出。而荷载规范所指的偶然荷载是指例如爆炸力、撞击力等类型荷载。对于偶然荷载应按建筑使用特点确定其代表值。而不是如表4.1.1所列的标准值、组合值、频遇值或准永久值。消防车荷载对于双向板或无梁楼盖系以6M6M柱网作基准，按荷载最不利布置算出的等效均布荷载，其值为20KN/。对于单向板，是以板跨为2M作为基准计算出的等效均布荷载，其值为35KN/。当结构情况不属于上述条件（比如柱网大于6.0M6.0M或板跨大于2.0M）时，可直接用车轮局部荷载去计算相应的楼板内力。对消防车，当为2030吨时，可按最大轮压为60KN，作用在0.6M0.2M的局部面积上的荷载条件去计算板的内力。荷载规范还规定：消防车荷载当计算构件时，可以按下述办法折减：1、 当设计楼面梁时：对单向板楼盖的次梁和槽形板的纵肋应取0.8的折减系数，对单向板楼盖的主梁其折减系数应取0.6；对双向板楼盖梁折减系数应取0.8。2、 当设计墙、柱和基础时的折减系数对单向板楼盖应取0.5，对双向板楼盖和无梁楼盖应取0.8。消防车荷载的荷载分项系数不应取1.0，建议可参考工业房屋楼面结构的荷载分项系数的取法，取1.3。当地下室顶板上有覆土时，有些设计部门主张消防车荷载可按规范中表4.1.1给出的均布荷载值并同时考虑土层的扩散作用，从而减小均布荷载标准值，在这基础上，设计梁、柱、墙和基础时再乘以荷载规范给出的各种折减系数。但值得注意的是，地下室顶板上的覆土的实际密实度是密切影响到土层所考虑的扩散角。其密实度一般施工中是很难控制的，除非设计时提出具体要求，因此覆土层的扩散角很难决定。这样覆土层的扩散作用就很难考虑。在设计中应特别注意这点，不应随意去乘一个由于覆土扩散作用的折减系数，也不应把消防车荷载当作偶然荷载去乘一个0.8的系数。 基础设计的荷载组合：结构设计的荷载组合，应考虑两种状况，其一是应考虑所有可能同时出现的各种荷载作用分别加以组合，其二是在所有可能出现的荷载组合中，应取其最不利的一组作为设计的依据。但在工程实际的设计中，设计人员往往为了简化设计，只取某一种不同荷载类型的荷载组合。这是不合适的。要不就是偏于不安全，要不就是安全系数过大，造成不必要的浪费。计算梁、板、柱及墙时，有关程序已经考虑上述两种要求去计算构件的配筋。但对于基础设计就应特别注意为了达到较经济又安全并符合有关规范的设计，在计算独立柱基和独立柱下桩基时就应考虑各种不同的荷载组合情况（比如考虑恒+活、恒+活+风、恒+活+地震等）分别进行计算，并取其最不利的组合作为设计依据。众所周知，对轴心荷载作用时，可按下列公式进行设计：独立柱基 PKfa桩基 QKRa对于偏心荷载作用时，除了应符合上面公式要求时，尚应符合下列公式要求：独立柱基 Pmax1.2fa桩基 Qmax1.2Ra值得注意的是偏心荷载作用下是可以考虑的。这样会使设计相对更为合理和节省一些。比如，L形柱下基础就可以不必去求作用力合力重心与基础形心重合后按中心受压设计，而是直接考虑偏心荷载作用进行计算。进行天然地基及基础抗震验算时，应采用地震作用效应标准组合，基础底平均应力和边缘最大应力应符合下列各式要求：独立柱基中心受压 PfaE偏心受压 Pmax1.2 faEfaE为调整后的地基抗震承载力，其值可按下式计算：faE =afaa为地基抗震承载力调整系数，按下表取用。地基上抗震承载力调整系数岩 土 名 称 和 性 状a岩石、密实的碎石、密实的砾、粗、中砂，fak300的粘性土和粉土1.5中密、稍密的碎石土，中密和稍密的砾、粗、中砂，密实和中密的细粉砂，150fak300的粘性土和粉土，坚硬黄土1.3稍密的细、粉砂，100fak150的粘性土和粉土，可塑黄土1.1淤泥，淤泥质土，松散的砂，杂填土，新近堆积土及流塑黄土1.0进行低承台桩基的抗震验算，应采用地震作用效应标准组合，其竖向力作用下任一单桩的竖向力和偏心竖向力作用下第i根桩的竖向力分别应满足下式要求：Qk1.25RaQikmax1.21.25Ra = 1.5Ra1.25的系数是按抗震规范第4.4.2条第1款规定的“（非液化土中低承台桩基的抗震验算）单桩的竖向和水平抗震承载力特征值，可比非抗震设计时提高25%。”当计算独立柱基或独立柱下桩基时，应注意荷载组合中Nmax是否为采用地震作用效应的标准组合。若是则按上述公式计算时应考虑a或1.25两个系数。但采用了a和1.25这两个系数后其计算结果不一定是最不利的。还应与其他组合比较取其最不利的组合。所以采用Nmax来计算独立柱基或独立柱下桩时，考虑a及1.25系数后不一定为最不利，不考虑则有可能偏大。对于双柱或剪力墙、楼、电梯间下基础，由于计算程序给出的Nmax值是各点组合后的最大值。而这些最大值是在不同工况下产生的，如果在计算基础时将这些各点Nmax简单相加，结果肯定会偏大。所以对于有2点及以上Nmax值的基础计算宜采用DL亦即恒+活的标准组合去计算才会比较合理。SATWE也有按最不利组合计算桩基和天然地基的功能，但只适合于独立柱基和独立柱下桩基，对于墙或楼电梯间情况时程序是算不出最不利组合的。 地下室为独立柱基或桩基，其隔水板及隔水板上荷载采用直接传至独立柱基或桩基，不宜考虑隔水板下土的承载力。因为若隔水板上荷载直接传至底板下土层时，土层由于一般不能当作持力层，比较松软，板只能考虑支承在无数的弹簧上如下图所示，而弹簧系数要用试验去确定，无法给一个确切的数据。最好是在隔水板下设置软垫层，软垫层为是具有一定厚度的易压缩材料，如礁渣、聚笨板等，以减少柱基（包括柱下桩基）沉降对隔水板的不利影响。况且隔水板一般较厚，在垂直荷载作用下会有拱的效应,亦即垂直荷载通过隔水板拱的作用将荷载直接传至基础而不传至板下土层。 多桩承台底部受力钢筋按广东规范建筑地基基础设计规范DBJ1S-31-2003第10.5.2条“单桩承载力特征值不小于1000KN的多桩承台，其底部受力钢筋宜向上90弯起至承台面”。其条文说明指出：“桩承载力较高的承台，为满足冲切承载力要求，常做得较厚，极限状态受力模式可视为空间桁架，底筋为拉杆，柱至桩承台部分混凝土形成偏心受压斜杆。破坏时，承台角隅处产生水平裂缝。将受力底筋向上90弯折至承台面能控制承台角隅处的水平裂缝，提高其极限承载力”。而国家规范建筑地基基础设计规范GBS0007-2002对桩承台底部受力钢筋并无上述要求。建议非广东地区工程，宜不考虑广东地基规范中此条规定。广东地区的工程应按广东地基规范上述要求执行，但值得注意的是，由于承台往往比较厚，而且底筋配筋也较大，特别是群桩承台，钢筋直径都在 20以上，将底筋都上弯90至承台面，则用钢筋数量会猛增，所以在广东地区为满足广东地基规范要求建议采用增设附加钢筋的办法去解决角隅容易出现裂缝的问题，如下图所示： 筏板基础，群桩承台在有电梯间处，往往筏板或群桩承台较厚，此时建议按下图方法处理。若斜板厚度定大了，四周混凝土和钢筋量增加是十分显著的。 桩承台配筋计算：根据建筑地基基础设计规范GB50007-2002第8.5.16条第1款“多桩矩形承台计算截面取在柱边和承台高度变化处（杯口外侧或台阶边缘）”：Mx = NiYiMy = NiXi像右上图情形，是可以考虑为单向作用，另一方向则按构造配筋而不必按照受力钢筋最小配筋率来配置钢筋了。注意混凝土规范所指受力钢筋最小配筋率不应用来控制纯构造钢筋，即一般所指的架立筋。 地下室外墙底部配筋方法：地下室外墙底部可以考虑成铰接，也可以考虑成刚接如下图。这是由于底板有可能和外墙厚度相等或大于外墙。此时应特别注意外墙与底板交接处的内力平衡。因在此节点底板弯是与外墙相等的，所以应该根据平衡条件计算底板配筋及注意其锚固方法，以保证是真正的刚性节点。这点在底板钢筋配置时往往会被忽略。外墙与底板交接处也可以设计成如下图所示即在墙下设置暗梁，外墙钢筋直伸入暗梁内，但应注意墙下构造暗梁高应符合墙体钢筋锚固长度的要求，底板钢筋过墙后再上弯以满足锚固要求。当地下室无底板时应特别注意挡土墙的设计。当挡土墙下部是以地梁为支承，此时挡土墙下部支承宜设计成铰接支座，否则应考虑由于土压力传至地梁的扭矩，同时应考虑由于土压力传至地梁的平面外反力引起的地梁平面外弯矩，并对梁平面外进行配筋计算。 地基承载力特征值作深宽调整时应注意以下问题：地基规范公式5.2.9指出：fa = fak + bm（b-3）+dm（d-0.5）但这里应注意基础埋置深度d，可分五种情况：a、 一般自室外地面标高算起；b、 在填方整平地区，可自填土地面标高算起；c、 当填土是在上部结构施工后完成时，应从原天然地面标高算起；d、 对地下室若采用箱形基础或筏板基础时，基础埋深可自室外地面标高算起；e、 对地下室采用独立柱基或条形基础时，应从地下室室内地面标高算起。同时应注意b和d基础宽度和深度的地基承载力修正系数是按基础底下土的类别查表而得，与基础底以上土无关。还应注意m为基础底面以上土的加权平均值，当基础底在水位以下时，取浮重度。土h土水h水m =h土h水在上世纪80年代末、90年代初的地基规范所制定的深宽调整公式为：f = fk + b（b-3）+d0（d-0.5）式中f地基承载力设计值；fK地基承载力标准值。很明显地基承载力标准值加上深宽调整后便成了地基承载力设计值，在概念上是讲不通的。而采用（d-0.5）又失去了深度调整的原意。现在新规范公式纠正了上述概念上的矛盾，采用了修正后的地基承载力特征值fa和地基承载力特征值fak。但（d-0.5）并没有改动，不少人认为此处有误。在上世纪70、80年代制定规范时采用的是（d-1.5），原因是当时是取地面下1.0米的土样作侧压试验，测出立方体土的承载力由于四方侧向压力的作用下，使土承载力提高的系数。在工程实践设计中，为考虑有一定安全度储备，将1M改为1.5M，而地基规范公式仍保留了0.5的数值。北京市建筑设计技术细则采用了北京地区建筑地基基础勘察设计规范DBJ01-S01-92深宽调整公式为：fa = fka + b（b-3）+dm（d-1.5）地基规范和北京细则的深度调整系数分别如下表所示：土 类 及 岩 性d地基规范北京细则一般第四纪沉积土中、粗砂、砾砂与碎石4.44.0（4.5）粉砂、细砂3.02.5(2.83.2)粘质粉土、砂质粉土2.02.0（2.2,2.5）粉质粘土1.61.5(1.6)粘土、重粉质粘土1.0-1.5(1.5)新近沉积土及人工填土粉砂、细砂1.5粘性土、松砂与人工填土1.01.0设土层为粉砂，基础埋深为3m时，按公式分别计算为：北京细则 dm（d-1.5）= 2.5m（3-1.5）= 3.75m地基规范 dm（d-0.5）= 3.0m（3-0.5）= 7.5m二者相差1倍。若基础埋深为4m时，按公式分别计算为：北京细则 dm（d-1.5）= 2.5m（4-1.5）= 6.25m地基规范 dm（d-0.5）= 3.0m（4-0.5）= 10.5m可以看出两个规范计算结果相差甚远。最近北京市建筑设计研究院新出的结构技术措施中对d 值又作了适当修改，如表中括号数字所示。包括各地区地基规范在内，现行地基基础设计规范并存的有三种地基及桩基的计算方法：第一种是国家地基规范采用的修正后的极限状态设计法；第二种是桩基规范采用的是极限状态设计法；第三种是北京市地基规范采用的有人称它为允许承载力设计法，它采用的定义词为承载力标准值。其他地区也有采用类似的设计方法。第二种方法在即将公布的新桩基规范中已不再采用了。地基规范在国内理论不统一，国家规范缺乏权威性，各地区纷纷制定各地区认为适用于本地区的地基规范。深圳也正在编制深圳地区的地基规范,不同规范公式计算结果又差别那么大。所以设计时宜特别注意。 框架剪力墙结构中剪力墙构造：抗规第6.5.1条“抗震墙的周边应设置梁（或暗梁）和端柱组成的边框，端柱截面宜与同层框架柱相同。”高规第8.2.2条“带边框剪力墙的构造应符合下列要求：“ 4、与剪力墙重合的框架梁可保留，亦可造成宽度与墙厚相同的暗梁，暗梁截面高度可取墙厚的两倍或与该片框架梁截面等高”。并没有要求所有剪力墙均应设计成带边框的剪力墙。这里注意两点：1、 框架剪力墙中的剪力墙应按抗规规定每层均设置暗柱（柱）和暗梁（框架梁）。对于剪力墙，由于抗规和高规都要求框架剪力墙结构体系中的剪力墙设置约束边缘构件和构造边缘构件，也就是普遍都有暗柱了，只要注意增设每层的梁或暗梁的事情就可以了。2、 对剪力墙结构体系，两本规范都没有规定要每层设剪力墙暗梁，所以对剪力墙结构体系中的剪力墙，可不设每层的暗梁，而只按规范设约束边缘构件和构造边缘构件则可。03G329-1建筑物抗震构造详图第29页图中也明确仅对框架剪力墙结构中的剪力墙增设每层的暗梁。但有些设计部门在总说明中就规定凡是剪力墙，不管是框架剪力墙结构还是剪力墙结构中的剪力墙，每层均设暗梁，这是不合适的。 拐角板的配筋方法：由于现代住宅设计要求空间灵活，所以出现不少拐角板，可用下述两种办法处理：a、 在拐角处板底附加受力钢筋，起暗梁作用。受力钢筋按计算配筋，此时可不用配置箍筋。b、 在拐角处增设构造放射形钢筋，这是用有限元分析结果该处应力集中的原故，现在不少设计单位只按构造增设放射形钢筋，其实应采用有限元分析的结果去配置放射形钢筋才会比较符合实际受力状态，但这种计算方法在工程实际中又偏于繁杂所以采用加暗梁的方法受力更明确，计算更简单，配筋更方便。 现浇板上有隔墙的处理方法：目前不少设计单位是采用现浇板上设隔墙的地方在其下加附加钢筋。但应注意到现代建筑在使用过程中，隔墙位置是经常变化的，所以无法估计隔墙变化的位置。当隔墙位置变了，原有板中附加钢筋就没用，但在新的隔墙位置下又不能增加新的附加钢筋。所以要解决这个问题，只能用附加隔墙等效均布荷载的办法处理。建筑结构荷载规范表4.1.1注“5”中规定：“本表各项荷载不包括隔墙自重和二次装修荷载。对固定隔墙的自重应按恒载考虑，当隔墙位置可灵活自由布置时，非固定隔墙自重应取每延米长墙重（KN/m）的1/3作为楼面活荷载附加值（KN/）计入，附加值不小于1.0KN/。” 不等跨不同厚度连续板配筋：a.注意节点B左侧及右侧负弯矩应是相同的，负弯矩应按薄板高度去计算配筋。若按厚板高度计算，由于薄板实际承载力限制，不可能承担所计算的弯钜，即节点MlM2，则节点B就会有扭矩传给梁，此时梁应按受扭计算增加抗扭钢筋。b.长度由于弯矩图的原因，两侧宜取相同值，并按长跨控制。 次梁支承在主梁上的配筋方法：许多构造手册都建议按下图a方法配筋，这是不合适的。举一个例子，假设次梁为200550，构造负铁为420，相应能承受的弯矩为13.21T-M，若主梁截面取250600，由于次梁设构造负铁引起的构造扭矩13.21 T-M，主梁应配4 25纵向钢筋和16200的抗扭箍筋，配筋是可观的。尤其在转换层结构中，有不少二次转换梁。二次转换梁高一般比一次转换梁小50100左右，甚至是取一样高。但构造负铁可是很多，由于构造负铁引起的一次转换梁的扭矩是很大的，所以若按上图配置构造负筋时，则应单独计算一次主梁或转换梁的抗扭钢筋。这抗扭钢筋由于在计算时按铰支座输入，程序是不计算的。所以建议次梁端一般不宜设置构造负筋，而可按下图设架立筋。架立筋锚固长度宜用15d。若要设置构造负铁，并按下图a所示配筋，则主梁应单独计算抗扭并配置相应的抗扭钢筋。图 a 图b 结构的安全度除特殊要求外，梁、板、柱和墙的配筋宜控制在按计算结果的1.05倍范围内，这是关系到结构及结构构件的安全度问题。下面谈几个理由：1、 任何结构计算模型都是通过各种假设和简化后形成的。并以此建立结构计算理论和方法，导出相应的计算公式和编制相应的程序，比如墙上或梁上的简支梁，假设梁端支座为铰接，实际并不完全是，而应是一个扭转弹簧支座（如下图所示）。又如筏式厚板只按倒楼盖计算，亦即按薄板理论计算，而不考虑其拱的作用。还有按杆件系统计算时，忽略由剪切产生的变形。有时还忽略轴力产生的变形。又如整体计算时对楼板的刚性假定或半刚性假定和弹性假定,在结构截面设计时混凝土构件中的三种应力状态允许应力、破损应力和极限应力状态的假设。这些简化都是把一些次要的有利因素忽略不计。举个不恰当的例子：从前有个设计单位设计了一种鱼腹式吊车梁，由于计算不周，后被别的单位发现为不安全，即配筋不足，这个单位就将原设计的鱼腹式吊车梁做承载力试验，试验时梁上加了砂浆铺层，试验结果满足安全要求。这就是由于计算模型简化的结果。原设计忽略了砂浆铺层的作用。砂浆铺层实际对构件受力是有利的。2、 国家制定规范是建立在一定的统一的可靠度基础上。可靠度是指结构在规定的时间内，在规定的条件下，完成预定的功能的概率，是对结构可靠性的定量描述。其实就是70年代时提出的大老K和安全度系数。建筑结构可靠度设计统一标准GB50068-2001就是对可靠度作了统一的规定。比如建筑结构荷载规范中永久荷载和可变荷载分项系数的规定也是一个可靠度的概念。这是为了使所设计的结构构件在不同情况下具有比较一致的可靠度。该统一标准的可靠度是以正常设计、正常施工、正常使用为条件，不考虑人为过失影响。人为过失应通过其他措施予以避免。3、 抗震设计中的概念设计比如要求强柱弱梁、强节弱杆、强剪弱弯、强压弱拉都是在一般规范规定的基础上增加的构造措施和理念。随意添加会造成本来应该加强的柱子、节点或者是抗剪能力，抗压能力，弄不好反而削弱了柱子、节点的强度或者削弱了抗剪能力、抗压能力，与抗震设计理念上不相符。4、 抗震设计中对框架梁、柱节点，剪力墙及框支框架的内力取值还增加了不少的调整系数，这都是比一般结构分析增大的调整系数。5、 对于框架剪力墙结构，具有较多短肢剪力墙的结构，其框架或短肢剪力墙承担底部总弯矩数量的控制以及框架剪力墙中框架承担剪力比例的控制都是考虑到安全度问题而制定。6、 程序计算中梁是按矩形梁考虑的，并设有按带板的T形梁计算。7、对超限高层建筑结构的满足性能设计的要求。鉴于上述原因，在配筋设计时，就不应再在规范规定的基础上，在程序计算结果基础上另外加大配筋。比如所谓的考虑施工因素，考虑自己计算可能有误而人为地加大配筋。有时本来规定为构造配筋的，还要加大。这样会给优化单位创造了很大的空间。 梁柱节点混凝土强度等级：在高层框架或框架剪力墙、框架核心筒结构中，由于柱承受较大的轴力，而柱截面尺寸往往受到使用的要求控制不能太大，造成了为满足规范对柱轴压比的要求，只能将柱的混凝土强度等级提高，甚至能达到C60、C70。而梁的混凝土强度等级一般为C30C40。不同混凝土强度等级的梁柱节点区。设计要求一般采用下图1所示的方法施工。但这种方法，会出现以下几个问题：1、 目前普遍采用商品混凝土，其塌落度很大，在节点处浇灌的混凝土会流淌较远。2、 流淌部分的混凝土，由于无法振捣，所以质量不能保证，又会造成很不容易处理的施工缝。3、 这里正是梁端剪力较大区域,可能形成塑性铰部位，很是不利。4、 混凝土梁分层浇灌，前后时间相差较长，后浇混凝土浇捣时会对前面进入初凝状态的混凝土产生扰动，也会影响流淌混凝土的质量。为解决上述问题，施工中也有采用如下图2所示办法解决，也就是在梁柱节点分界处设钢隔离网的办法。但由于梁钢筋较多，网很难固定，加上网不密实，在浇灌时会引起混凝土漏浆。处理梁柱节点混凝土强度等级不同时的浇灌问题，还有如上图3所示方法，即在梁柱节点核心区增设短筋，并配以螺旋箍。但由于梁柱节点核心区钢筋非常密集，要求在其中插入短钢筋并加螺旋箍，是相当困难的。虽然经这样处理后，节点区混凝土强度等级可按梁去浇灌，但不是一个很好的办法。为此建议采用北京市建筑设计技术细则结构专业中所推荐的方法来处理梁柱节点混凝土强度等级不同的问题。美国混凝土规范ACI318中列出了求梁柱节点处混凝土折算强度的下列公式：对中柱有：fce = 0.75fcc0.35fcsfcc 式中 fce梁柱节点混凝土折算强度；fcc柱混凝土强度；fcs梁混凝土强度。对于边柱有：fce = 0.05fcc1.32fcsfcc 对于角柱有：fce = 0.38fcc0.66fcsfcc 同样加拿大混凝土规范CSAA23.394中对中柱也有类似的计算公式：fce = 0.25fcc1.05fcsfcc 按照上列公式算出的梁柱节点混凝土折算强度fce等于或大于柱混凝土强度等级fcc时，对梁柱节点核心区可按梁的混凝土强度去浇灌而不必作任何处理和核算。当所求得梁柱节点混凝土折算强度低于柱混凝土强度时，应用折算强度fce按规范核算梁柱节点核心区是否满足抗剪要求。若满足规范要求，则梁柱节点核心区混凝土仍可按梁混凝土强度去浇灌。表1按节点不同的梁柱混凝土强度计算出的中柱、边柱和角柱相应的梁柱节点混凝土折算强度fce。从表中可以看出，当梁及柱混凝土强度只差二级时，梁柱节点混凝土折算强度fce除角柱外，均大于或等于柱的混凝土强度。也就是梁柱节点区混凝土完全可以按梁的混凝土强度去浇灌，不用对节点强度作任何核算和处理。从表1也可以看出，当梁柱混凝土强度相差三级时，按偏于安全考虑，除角柱外，梁柱节点混凝土折算强度fce与柱混凝土强度相同或比柱混凝土强度略低。在工程实际中，每层柱的混凝土强度等级是相同的，一般是以最不利的柱子的轴压比来控制。而最不利的柱子的轴压比往往是位于中柱，而边柱和角柱，其轴压比是比较小的。因此可以采用调整边、角柱轴压比的方法，降低该边、角柱实际应达到的柱混凝土强度等级。比如该层柱及梁混凝土强度分别为C50和C35，而某边柱的混凝土实际需要的强度经调整后为C45，即fcc为C45，按此混凝土强度等级查表1可得到其梁柱节点混凝土折算强度为48.45，大于该边柱实际所需要的混凝土强度C45。通过这样的调整，梁柱混凝土强度相差三级的楼层，也可按梁混凝土强度去浇灌梁柱节点区的混凝土了。表1：混凝土强度等级折算混凝土强度等级fce相差级别柱梁中柱边柱角柱美国加拿大二级C40C3040.540.541.635.0C45C3546.048.048.4540.2C50C4051.554.555.345.4三级C45C3044.2542.7541.8536.9C50C3549.7549.2548.7042.1C55C4055.2555.7555.5547.3四级C50C3048.044.042.1038.8C55C3553.550.544.048.95C60C4059.057.055.849.2对于其他情况，则需在计算梁柱节点混凝土折算强度后，按规范进行梁柱节点的核算。在框支框架的情况，如果采用图1的办法处理，会出现如下情况。转换梁高一般为跨度的1/41/6，况且转换层框支柱截面也较大，若按此45斜线则第二次浇灌的转换梁混凝土量就剩下不多了。比如轴跨为8米时，转换梁高取1.8米，柱截面取1.0米1.0米。此时斜线底距只有2.4米，亦即框支梁有一半以上的混凝土是按柱的混凝土强度等级去浇灌的。目前普遍采用商品混凝土，其塌落度很大，在节点处浇灌的混凝土会流淌较远，甚至会与对边节点所流淌的高强混凝土对接，更会减少第二次浇灌的混凝土的数量。若按照图2办法处理，由于框支梁受力大，梁上铁和下铁很多，分隔钢网在上、下铁的范围不易封闭，浇灌时，会引起大量混凝土漏浆现象。比如某工程的转换层，有大批转换梁，其梁混凝土等级为C35，柱混凝土强度等级为C55，相差4级，采用了分隔钢网的方法。在按C55浇灌梁柱节点混凝土时，产生大量漏浆现象，结果转换梁底3040高处全为流淌混凝土。这部分混凝土砂浆含量高，石子含量低。造成转换层梁底流淌区出现密集的裂缝，严重地影响了转换大梁的质量。所以对框支框架一般梁柱混凝土强度等级相差不宜大于三级。三级以内（包括三级）可以按梁混凝土强度等级去浇灌梁柱节点混凝土，当相差大于三极时，可以按前述公式计算其梁柱节点混凝土折算强度fce后，按规范进行梁柱节点的核算。下面举一例子。有一框支柱尺寸为800800，柱混凝土强度等级为C55，框支梁混凝土强度等级为C35，柱四周梁宽都大于或等于柱高的1/2，柱四周梁对边梁高相差也均小于1/4，柱两端均为负弯矩，最大弯矩值为4790KN-m。根据公式有：fce = 0.25fcc1.05fcs = 0.25551.0535 = 13.7536.75 = 50.5根据混凝土结构设计规范第11.6.3条和第11.6.4条，梁柱节点核心区受剪的水平截面以及抗震受剪承载力分别应满足下列规定：Vj(1/RE)（0.3icfcbjhj） Vj(1/RE)1.1iftbjhj0.05iN(bi/bc)fyvAsvj(hbo-as)/S 由于柱四周梁宽都大于或等于柱高的1/2，柱四周梁对边的高差也均不超过1/4，因此j可取为1.5，c = 1(0.2/6) = 0.9667，RE = 0.85，bj = bc，hj = hc，按C50计算，则有fc =23.1N/2，ft =1.89N/2，按规定N0.5fcbchc，取N = 0.5fcbchc，箍筋取为4肢 10间距100，则Vsvj = 78.52，得：Vj(1/0.85)(0.31.50.966723.1800800) = 7530000 NVj(1/0.85)(1.11.51.898008000.051.50.523.1800800300478.515) = 4534000 N把转换层梁视作顶层梁，框支柱抗震等级为一级，考虑到柱两端均为负弯矩，最大弯矩为4790KN-m，根据混凝土规范公式11.6.2-3梁柱节点核心区考虑抗震等级的剪力设计值Vj为：4534000 N7530000 NVj =(ibMb)/（hboas）= 1.354790000000/(150050) = 4450000 N可以看出，节点箍筋按正常设置便可满足要求。这主要是框支框架中框架柱四周梁截面宽度由于是框支梁的原故，一般都大于框支柱的1/2，而且框支柱四周梁对边高差一般小于1/4。因此j均可以取1.5这个值。当框支柱四周不是均为框支梁时，可将非框支梁设计成加腋梁，其中包括水平加腋和垂直加腋。如下图4所示：因此建议框架或框架剪力墙结构、框架核心筒体结构的框架梁与框架柱混凝土强度等级相差不宜大于三级。相差二级可以不用采用任何措施，梁柱节点混凝土可按梁混凝土强度等级浇灌即可。若相差三级则可调整边、角柱的轴压比，降低边、角柱实际需要的混凝土强度等级，使实际需要的柱混凝土等级不大于梁的二级即亦可按梁混凝土强度等级去浇灌梁、柱节点。对框支框架的梁柱节点，由于其梁一般都大于柱的1/2高，而且梁对边梁高一般相差小于3/4，按计算是很容易满足有关规范要求，因此相差不大于四级，框支框架梁柱节点可以按计算后确定是否按梁混凝土强度等级去浇灌其节点。但由于梁都比较高，若按图1用分二次浇灌的方法，框支梁实际大部分都是以柱混凝土强度等级来浇灌的，所以也可以采用梁混凝土强度等级取与框支柱相同。何况有时框支梁由于抗剪要求，需要加大截面，而使用不允许时，不如采用提高框支梁混凝土强度等级去解决,一举两得。对于地下室外墙或内墙的扶壁柱，其柱的混凝土可按墙的混凝土强度等级去浇灌，不必作任何处理或核算。 框支层以下的抗震等级：广东高规补充规定第3.6.1条指出“框支框架包括框支梁及框支柱，其上为剪力墙或抗震支撑时，框支层及其以下一层按框支框架采用相应的抗震等级，其余可按框架剪力墙或框架筒体结构的抗震等级采用”。这是对高位（多于两层转换）时转换结构构件抗震等级取法的新规定。这比高规放松了。也就是对转换层以下二层柱的轴压比限值放松了要求。在新高规编制初期，已经有人提出过这种见解，但并没得到认可，现在在广东地区得到认可了。众所周知，柱子的延性功能或轴压比限值是受下面几种因素的影响：1、 箍筋的横向约束力，也即箍筋的特征，其中包括体积配箍率和箍筋的强度、箍筋的构造形式等；2、 核心区混凝土抗压酥的能力或核心区混凝土的极限压应变能力，也即混凝土强度等级。试验证明在柱截面形式，在纵筋配筋率及钢筋强度，箍筋特征值都相等的条件下，混凝土强度等级越大，其变形能力相应变差；3、 柱子的轴压比大小；4、 柱周边纵向钢筋承担截面轴压力的能力，也即纵向钢筋的配筋率与强度。配筋率越大，其变形能力越大。新西兰的标准混凝土结构实用规范规定，纵向钢筋配筋率到一定程度时，甚至可以不考虑轴压比限值，即如下式；5、 钢筋混凝土框架柱的截面形状。圆柱形能力试验证明比矩形柱大。高规表6.4.2的附注中也考了上述的部分因素，并根据这些因素对允许轴压比作了一些相应的调整，但并没有把上述各种因素都考虑进去。可以看出，当时柱截面所有有利因素都考虑时，柱的允许轴压比是比表6.4.2附注所指出的还可以放松。单从广东高规补充规定将转换层以下二层轴压比允许值放松到与普通建筑物同高的框架剪力墙或框架筒体结构的轴压比限值是合理的。况且由于转换层的出现引起结构受力状态的变化从计算中可以看出其影响范围是不超过两层。所以对其他部位的延性功能要求除转换层及其下一层外，均可以放松。 裙房的抗震等级：抗规第6.1.3条第二款规定：“裙房与主楼相连，除应按裙房本身确定外，不应低于主楼的抗震等级；主楼结构在裙房顶层及相邻上、下各一层应适当加强抗震构造措施。裙房与主楼分离时，应按裙房本身确定抗震等级。”并在条文说明中附有下面两个图。广东高规补充规定第3.6.4条对此作了适当放宽，指明下面三点：1、 与主楼相连为整体的裙楼的抗震等级一般不应低于主楼的抗震等级；2、 当主楼为部分框支剪力墙结构，而裙房为框架剪力墙结构或框架结构时，裙房可按框架剪力墙结构考虑抗震等级；3、 当主楼为框架剪力墙或筒体结构、裙房为框架结构，且裙楼柱的净高与柱截面长边之比不小于6时，裙房可按本身高度确定抗震等级，但与主楼的抗震等级相差不应大于一级，与主楼相邻跨的梁柱应作适当加强。 水平位移的限值：广东高规补充规定第3.5.1条和第3.5.2条分别规定：对于高度小于150的剪力墙、筒中筒结构等弯曲型结构，当弯曲变形的影响明显，某层层间有害位移值小于层间位移值的50%，即i/ui0.5时，该层层间位移角限值可放宽至1/800。建筑物高度在150250间时，可在1/8001/500间线性插值。对于高度小于150m的框架剪力墙、框架核心筒结构等弯剪型结构，当某层层间有害位移值小于层间位移值的50%，即i/ui0.5时，该层层间位移角限值可放宽至1/500。建筑物高度在150250间时，可在1/6501/500间线性插值。其中： = uiui-1i-1hi = uii-1hi式中：为第i层层间有害位移；uii层层间位移；uii层楼层位移；ui-1i-1层楼层位移；i-1i-1层楼层位移角；hii层层高。要知道，控制变形的目的是为了保证下面三个方面的安全性和可容忍度：1、 整体结构和单独结构构件的稳定性。也就是避免由于建筑顶点位移或层间变形过大造成建筑物失稳；或者由于变形过大，垂直荷载对建筑物的附加弯矩逐渐增大，致使建筑结构遭到破坏，也就是P-效应。2、 非承重结构（如隔墙、玻璃隔断）的完整性。非承重结构一般强度较低，刚性较差，在较大的建筑物变形或层间变形下，往往首先出现裂缝，甚至破坏，致使内装修破坏，给建筑物的修复带来很大困难，资金耗费也大，尤其在现代建筑装修造价越来越高的情况下更应予以重视。3、 居住人员的舒适度和安全感，亦即建筑物的变形应不影响居住人员的舒适感和安全感。为了控制结构位移，国内、外一直争论是用刚性方案好还是柔性方案好。对于美国和日本，近年来高层建筑结构多采用钢结构，钢结构属柔性方案。柔性方案周期大，地震力变小，材料强度高，允许侧向变形值大，可以吸收大量能量，对于抗震有利。可是，由于柔性结构变形大，易造成非承重结构的破坏。为了解决这个问题，目前美国、日本的高层建筑中，非承重结构多采用钢材和合金钢制造，这样就可以增加非承重结构对结构变形的适应能力，但造价昂贵。另外一种是非承重结构与承重结构采用软连接，因此调整承重结构变形对非承重结构的影响。我国由于经济条件以及钢材缺乏、钢材强度不高的各种原因，高层建筑多采用钢筋混凝土的筒体、框架和框架剪力墙结构。这种结构刚度大，周期小，结构变形允许值小，这是因为钢筋混凝土材料强度较低，不能忍受较大的变形，所以对这种刚性结构的允许变形控制较严格。国外对层间位移限值如下表所示：规范名称国 家层间位移限值备 注ACI美 国1/500风载UBCSEA美 国1/200（T10.7S）1/250（T10.7S）地震BOCA美 国1/4301/260地震NBC加拿大1/500风载BSI美 国1/500风载日本规范日 本1/200地震国内外实际工程中几幢超高层建筑结构的层间位移值如下：工程名称建筑高度层间位移值美国芝加哥Amoco Building342米1/400SRCSoar Towec443米1/550S西亚图 哥伦比亚中心220米1/600RC上海金茂大厦418米1/550SRC从表中可以看出，对风载引起的变形控制较严，而对地震作用产生的变形的控制明显较松。这是因为水平风荷载出现机率大，作用于建筑物的时间延续较长，再者在水平风荷载作用下，建筑物发生摇晃，摇晃幅度过大，人感到不舒服，影响正常工作和生活。所以国外对风荷载作用产生的变形控制较严。我国高规对于高度不大于150米的高层建筑，其楼层间最大位移控制如下表：楼层层间最大位移与层高之比的限值结 构 类 型u/h值框架1/500框架剪力墙、框架核心筒、板柱剪力墙1/800筒中筒 剪力墙1/1000框支层1/1000我国对楼层层间最大位移与层高之比限值的控制对风荷载作用和对地震荷载作用下是相同的。这就是由于我国在地震荷载作用下地震力值取比国外低的原故。从上表同时可以看出，广东高规补充规定比国家高规对层间最大位移角的限值，在筒中筒、剪力墙、框架剪力墙和框架核心筒结构是明显地放松了。放松的理由主要是考虑高层建筑结构层间位移是由有害位移与无害位移的组成。什么是有害位移呢？众所周知，结构层间位移是由下面几种位移所组成的：一是结构整体剪切变形（如下图a），二是整体弯曲变形（如下图b），三是整体平移（如下图c）和整体移动（如下图d）。下面主要考查前两种变形，即剪切变形和弯曲变形。建筑结构受水平和竖向荷载作用下，第i层会产生如下图a所示标志性层间位移i。对剪切型结构，如框架结构，在水平和竖向荷载作用下，会产生杆件的平移、节点的转动以及下层转动对上层的影响（如下图b所示）。对弯曲型结构（如剪力墙结构）在水平和竖向力作用下会产生如下图c所示变形状态。其中i为标志性层间位移,d为实质性层间位移，也就是对结构有害的位移。而i-d是由于下层转动对上层影响而产生的位移，称之为无害位移。据有关资料以顶点位移基本按层数比例增加的原则作三种不同层数的结构有害和无害位移的比较计算如下表所示：顶点位移结构总层数层间位移最大值所在层数层间位移无害位移有害位移无害位移所占比例36.861084.584.2044.3764.4518.883095.00.7164.28414.32207.2460404.393.8870.50388.54从表中看出，不同层数的结构其最大层间位移所在层数中，无害位移的比例是随层数的增加而较大幅度的增长，尤其高度大于150米时，弯曲变形产生的变形有较快的增长。无害位移是由结构底层向上逐渐累积的，随着层数的增加，相同层数处，无害位移在层间位移中所占的比例也逐渐增加。比如同是10层，其比例分别为4.45、15.77和59.24，正是由于考虑到有害位移和无害位移的比例关系，广东高规补充规定中才将层间位移角限值针对不同结构和建筑结构高度作不同程度的放松，这是可行的。但应特别注意高层建筑结构的P-效应，亦即结构变形后，各层质量产生的附加弯矩及其增加值的影响（如右图所示）。大量研究证明，P-影响可使框架剪力墙结构体系承载力减少30%。M = piyi因此在高层建筑结构侧向位移较大时，还应注意遵守高规第5.5.1条有关考虑重力二阶效应的规定。 应控制剪力墙平面外的弯矩。当剪力墙墙肢与其平面外方向的楼面梁连接时，应至少采用以下措施中的一个措施，减少梁端部弯矩对墙体的不利影响。1、 沿梁轴线方向增设与梁相连的剪力墙，用以抵抗该墙肢平面外的弯矩（如下图a）。2、 当沿梁轴线方向不能增设剪力墙时，宜在墙与梁相交处设置扶壁柱。扶壁柱宜按计算确定其截面与配筋（如下图b）。3、 当不能设置扶壁柱时，宜在墙与梁交接处墙内设置暗柱，暗柱应按计算确定其配筋（如下图c）。4、 亦可在墙内在墙与梁交接处设置型钢（如下图d所示），但设置型钢其节点构造比较复杂，不易处理，型钢截面尺寸亦宜按计算设置。5、 当上述四种办法由于各种条件限制不能实现时，对于截面较小的楼面梁，宜设计成梁与墙铰接或半刚接，对于较大截面梁，可设计成铰接，但要注意，与墙相交处的梁端，构造上铁埋入墙不应大于15d。一般300厚以上的墙可以考虑设暗柱或加型钢，不大于300时，还是设铰好。6、 当按计算决定扶壁柱，暗柱和型钢时可取右下图节点力的平衡关系。M1可取等于梁端弯矩的1/2 ，即M1=M2/2”特别是在转换层中转换梁与剪力墙垂直相交的地方，墙相对于转换梁来讲是很薄的，其计算高度很小，很难承受由转换梁传来的弯矩。若梁有有效措施还是计算成铰接比较合适。 框支梁的配筋：高规第10.2.8条第2款指出“偏心受拉的框支梁，其支座上部纵向钢筋至少应有50%沿梁全长贯通，下部纵向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。”应注意这个规定是针对偏心受拉的框支梁，而03G329-1第30页却把这个规定用于所有的框支梁了。框支梁更确切的名称应该是为转换梁，也就是高规第10.2.1条指的“在高层建筑结构的底部，当上部楼层部分竖向构件（剪力墙、框架柱）不能直接连接贯通落地时，应设置结构转换层，在结构转换层布置转换结构构件”之中的一种转换构件。当用梁来作为转换构件可以分成两种，一种是一般所指的部分框支剪力墙结构中支承上部不落地剪力墙的梁，也就是一般的框支梁。另一种是承托上部不落地柱（包括异形柱）或短肢剪力墙以及二次转换梁的转换构件，可称作转换梁。支承上部不落地剪力墙的框支梁是指支承上部不落地的整体墙，小开口墙和联肢墙（如下图所示）。这些墙的区别在于它们的开洞率。整体墙：当开洞面积/总面积15时整体开口：当10和JA/JZ时为剪力墙的整体系数Z与是和层数有关