朱炳寅观点汇总精华Word格式.docx

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无论计算嵌固端选取在任何位置，由于地下室周边有很大的刚度的侧墙并受周边岩土的约束，在地震作用下其侧向位移受到限制，所以地下室对高层建筑上部结构的嵌固效果是客观存在的，上部结构的水平地震作用要通过地下室顶板进行传递也是必然的，高层建筑地下室顶板即首层楼板必须具有较强的整体性和刚度，可将高层建筑的水平地震作用有效的传递到地下室周边岩土中去；

通过相关计算分析可知塔楼一定范围内结构（纯地下室框架）水平剪力递减较快，但仍然存在一定的内力，而实际工程中经常会出现塔楼与室外顶板有较大的高差，如下图所示：

实际工程情况

解决方法一：

将高差分成几个较小的高差，并在高差处设置较宽的梁，

加强该梁的抗扭能力

解决方法二：

通过在上下梁板端采取加腋方式

关于构件的计算长度系数问题

构件的计算长度等于计算长度系数乘以杆件长度，要注意程序计算长度系数的定义，一般情况下，杆件被分割的计算点越多，则计算长度系数越大。

应注意：

影响构件计算长度的因素很多，程序对复杂情况下构件计算长度的计算准确性较差，因此，应注意对复杂问题进行适当的简化，对于多层通高的柱子或有多个计算点分割的构件，应特别注意核算计算长度系数。

关于高大女儿墙的设计计算问题

对高度较大的女儿墙，应注意其平面外受力问题、防倒塌问题等，对于特别高大的女儿墙应设置扶壁柱，或扶壁框架。

主体结构计算时应考虑高大女儿墙的风荷载及地震作用，满足承载能力极限状态要求，对墙平面外的变形可适当放宽，以不倒塌为原则。

对高大女儿墙，有条件时应尽量采用现浇钢筋混凝土墙板，以获取较大的整体性并提高防倒塌能力，对混凝土墙板应采取设置温度缝等防裂措施。

关于坡地建筑设计问题

对坡地建筑应特别注意其扭转问题，即使建筑平面均匀对称，但坡地对结构的约束高度不同以及挡土墙的刚度不同等，加大了结构的扭转。

目前，对坡地建筑主要是通过营造局部平地环境消除坡地对建筑物的影响，就是在建筑物的迎坡面设置永久性挡土墙，将坡地与建筑物脱开，避免结构的扭转。

对未经“营造局部平地环境”处理的坡地建筑，目前尚没有很好的计算办法，一般采用包络设计的方法来估算坡地建筑的扭转。

建议，对坡地建筑应通过营造局部平地环境消除坡地对建筑物的影响，不应在坡地上直接建造高层建筑，对坡地上的多层建筑，可采用包络设计的方法估算坡地对结构的扭转影响。

关于“楼层位移比”和“层间位移角”问题

常有人问起“楼层位移比”和“层间位移角”的相关问题，此处一并答复：

1、“楼层位移比”

1）定义——“楼层位移比”指：

楼层的最大弹性水平位移（或层间位移）与楼层两端弹性水平位移（或层间位移）平均值的比值；

2）目的——限制结构的扭转；

3）计算要求——规定水平地震力作用下，考虑偶然偏心（注意：

不考虑双向地震）。

2、“层间位移角”

1）定义——按弹性方法计算的楼层层间最大位移与层高之比；

2）目的——控制结构的侧向刚度；

3）计算要求——不考虑偶然偏心，不考虑双向地震。

3、综合说明：

1）现行规范通过两个途径实现对结构扭转和侧向刚度的控制，即通过对“扭转位移比”的控制，达到限制结构扭转的目的；

通过对“层间位移角”的控制，达到限制结构最小侧向刚度的目的。

2）对“层间位移角”的限制是宏观的。

“层间位移角”计算时只需考虑结构自身的扭转藕联，无需考虑偶然偏心及双向地震。

3）双向地震作用计算，本质是对抗侧力构件承载力的一种放大，属于承载能力计算范畴，不涉及对结构扭转控制的判别和对结构抗侧刚度大小的判断。

4）常有单位要求按双向地震作用计算控制“扭转位移比”和“层间位移角”，这是没有依据的。

但对特别重要或特别复杂的结构，作为一种高于规范标准的性能设计要求也有它一定的合理性。

4、相关索引

1）江苏省房屋建筑工程抗震设防审查细则第5.1.3条规定：

先计算在刚性楼板、偶然偏心情况下的扭转位移比，当扭转位移比大于等于1.2时，分别按偶然偏心和双向地震计算，再取最不利的扭转位移比进行扭转不规则判别。

（博主提示：

请注意，这是很严格的要求）。

2）复杂高层建筑结构设计（徐培福主编）第195页，图7.1.7，先按不考虑偶然偏心计算扭转位移比，根据计算结果分两种情况分别计算，一是，当扭转位移比小于1.2时，按偶然偏心计算；

二是，当扭转位移比大于等于1.2时，按双向地震计算。

再根据两次计算结果取不利情况对结构的扭转不规则进行判别。

请注意，这里对采用双向地震的判别是比1）放松许多，注意，这里的规定都是对复杂高层建筑而言的，对一般工程，原则上不需要进行这样严格的判别）。

全国统一措施：

关于双向地震的相关问题

最近有网友提出关于双向地震的相关问题，此处一并回答：

1、一般情况下，先考虑偶然偏心计算；

1）当为“质量和刚度明显不对称的结构”（可按：

一般结构位移比不小于1.4、复杂结构不小于1.3把握）时，再拨开考虑双向地震开关；

2）当不为上述1）情况时，直接采用偶然偏心的计算结果。

2、对“质量和刚度明显不对称的结构”可按取偶然偏心和双向地震两次计算结构的较大值。

3、弹性层间位移角，规范要求进行宏观控制，实际工程中应根据工程的具体情况，灵活掌握。

省高规：

广东省院高层住宅统一措施：

关于连梁刚度折减的相关问题

抗规6.2.13条文说明：

2计算地震内力时，抗震墙连梁刚度可折减；

计算位移时，连梁刚度可不折减。

抗震墙的连梁刚度折减后，如部分连梁尚不能满足剪压比限值，可采用双连梁、多连梁的布置，还可按剪压比要求降低连梁剪力设计值及弯矩，并相应调整抗震墙的墙肢内力。

抗规6.2.13条：

2抗震墙地震内力计算时，连梁的刚度可折减，折减系数不宜小于0.50。

1,重力荷载、风荷载作用效应计算不宜考虑连梁刚度折减。

2,地震作用效应组合工况，均可按考虑连梁刚度折减后计算的地震作用效应参与组合。

（效应含位移和内力，二者宜取相同的折减系数）

3,设防烈度低时可少折减一些（6、7度时可取0.7），设防烈度高时可多折减一些（8、9度时可取0.5）。

折减系数不宜小于0.5

连梁刚度折减的问题

经验算，剪力墙结构30层，折减0.5、0.7和不折减，周期位移相差很小。

折减0.5：

周期：

2.7940位移角：

1/860；

折减0.7：

2.7932位移角：

1/858；

不折减：

2.7924位移角：

1/857。

定义为连梁，刚度折减，定义为框架梁刚度放大，两者相对值更大。

问题1：

计算位移时，连梁刚度不折减；

问题2：

计算内力及配筋时，连梁刚度折减；

问题3：

PKPM连梁梁端弯矩不调幅；

问题4：

程序自动识别为连梁后，计算刚度时不折减；

问题5：

程序自动识别为连梁后，计算内力及配筋时，连梁刚度折减；

问题6：

程序识别为连梁后，pkpm梁端弯矩不调幅；

当程序没有识别为连梁时，框架梁梁端弯矩调幅；

注：

计算时至少需要两个模型，一个模型连梁刚度折减系数设置为1.0，用于计算位移；

另一个模型连梁刚度折减系数设置为0.5-1.0，用于计算内力及配筋。

《建筑抗震设计规范》GB50011-2010第6.2.13-2：

抗震墙地震内力计算时，连梁的刚度可折减，折减系数不宜小于0.50。

其条文说明：

计算地震内力时，抗震墙连梁刚度可折减；

《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ3-2010第5.2.1：

高层建筑结构地震作用组合效应计算时，可对剪力墙连梁刚度予以折减，折减系数不宜小于0.5。

本次修订进一步明确了仅在计算地震作用效应时可以对连梁刚度进行折减，对如重力荷载、风荷载作用效应计算不宜考虑连梁刚度折减。

从以上规范规定得出以下两点：

1.连梁刚度折减仅用于计算地震作用效应，重力荷载、风荷载不考虑连梁刚度折减；

2.计算位移时，连梁刚度不折减。

目前PKPM2010版本《SATWE用户手册》P31：

指定该折减系数（连梁刚度折减系数）后，程序在计算时只在集成地震作用计算刚度阵时进行折减，竖向荷载和风荷载计算时连梁刚度不予折减。

我拿PKPM2010做了试验，得出以下结论：

1.PKPM2010对于用开洞方式建模的连梁，仅对地震作用效应折减，重力荷载、风荷载没有考虑连梁刚度折减；

对于用框架梁建模方式建立的连梁（跨高比小于5），对所有组合（地震、重力荷载、风），均考虑了连梁刚度折减。

2.对于以上两种建模方式，程序在计算层间位移角时，是考虑连梁刚度折减。

全国技术措施：

乱的很，有空时重写这个话题，很多计算没必要且错误……（2011.4.8）

最近在做几个短肢剪力墙结构的设计，应用SATWE时发现：

按照框架梁输入的梁（跨高比大于5）在软件里有部分被认为“连梁”，其实连梁也罢了，但是其刚度和框架梁的截然不同。

如果按照连梁计算，则因刚度折减，整体刚度偏柔，周期及位移较大；

若按框架梁计算，刚度较大。

一般情况下按照“高规”的条文说明及某些手册的指导，连梁刚度要考虑开裂后的折减（塑性阶段），系数一般为0.5~0.8.；

但是按照框架梁的翼缘刚度放大作用，梁刚度要予以放大1.5~2.0（甚至应更大）。

于是在这里产生了一个矛盾：

梁的刚度是放大还是折减？

跨高比小于5的连梁，竖向荷载下的弯矩很小，水平荷载作用下剪切变形敏感。

个人认为：

是不是所谓“连梁”，不能简单的从跨高比一项考虑，应该看其在整个体系中起到什么作用，“主要承受水平荷载的为连粱，主要承受竖向荷载的话就是框架粱”。

但是，一套结构体系的建立是需要假设前提的，或者说建模的过程需要预定义，我觉得可以用“跨高比6”来划界。

解决这个疑问后，自然不用管软件怎么划分，自己认为是“连梁”则刚度折减，是框架梁则刚度放大，可能需要手工修改软件的参数。

再一个更重要的问题：

连梁刚度折减系数该为多少？

参考一些规范解释的书籍说法：

主要是指那些与剪力墙一端或两端平行连接的梁，由于梁两端往往变位差很大，剪力就会很大，所以很可能出现超筋。

这就要求连梁在进入塑性状态后，允许其卸载给剪力墙，而剪力墙的承载力往往较大，因此这样的内力重分布是可以的（补充：

是指在塑性阶段，即弹性阶段不该折减）。

再细看一些介绍规范定义的书籍，所谓连梁刚度折减，是为了保证塑性铰出现，由一些实验得来的较为保守的数据0.5~0.8。

但实验的前提都是”片墙“，也就是说根本没有楼板的参与作用。

实际工程中，楼板是客观存在的。

框架梁考虑楼板的刚度贡献时其梁的刚度要放大，连梁和楼板也是相联的，楼板对连梁的刚度放大作用也是客观存在。

从理论上讲，这种刚度放大不可忽视，但是我们又希望连梁先于墙体破坏，则通过少配筋的形式要求连梁先出现塑性铰，以达到体系延性耗能的性能要求，刚度折减就是这种实现手段。

这里的刚度折减系数应该针对”连梁+楼板“而言，但是，需要多大的折减系数能在客观上实现这种理论（塑性铰出现），还需要需要做很多和实际工程相符的实验来得出其系数。

姑且认为折减系数是合理的，按如下公式计算”折减后梁的有效刚度高度H'

“，这里设梁高400，梁宽200，翼缘取12b。

此时得出：

按T型梁截面有效刚度高度为360mm，梁折减高度比为0.9；

如果按照矩形截面有效刚度高度为355mm，则梁折减高度比为0.89。

总结，根据力学知识判读此问题，则无论是连梁或是框架梁，楼板的刚度放大作用都是客观存在，当在弹性阶段时（正常使用状态），连梁及框架梁的刚度系数均为2；

当在塑性阶段时（承载力极限状态，一般是地震作用控制下），希望连梁上首先出现耗能的塑性铰，则连梁整体刚度折减（连梁+翼缘板），这个数取多少能实现和现实的吻合需要实验数据得出，目前只能认为”片墙“下的结论【折减系数0.5~0.8，注意是指整体刚度折减，如果换算成矩形截面应该是0.75~1.2（边）/1~1.6（中）】还适用吧！

？

全国民用建筑工程设计技术措施 

混凝土结构 

对于裂缝计算的说明

作者：

seuboy

2.6.5荷载作用下的受力裂缝控制

1.按照<

混凝土结构设计规范>

2010中公式计算得到的钢筋混凝土受拉、受弯和偏心受压构件的裂缝宽度，对于处于一类环境中的民用建筑钢筋混凝土构件，可以不作为控制工程安全的指标

2.厚度≥1m的厚板基础，无需验算裂缝宽度

3.其他基础构件（包括地下室挡土墙）的允许裂缝宽度可以放宽0.4mm

说明：

当前许多工程，由于验算受弯裂缝宽度超过规范允许值，因而额外多配很多钢筋，造成很大浪费

工程中混凝土的开裂，绝大多数是由于上述的两大类原因（即混凝土收缩及外部温度作用）及支座沉降造成的，规范并没有规定出现这类裂缝及宽度的计算方法，也没有明确这类裂缝是否应与受力裂缝叠加，原因是这类裂缝的不确定因素很多。

我国对于混凝土构件的受力裂缝宽度的计算公式，有三本规范：

建设部、交通部、水利部的混凝土结构设计规范，计算结构相差很大。

交通、水利工程的混凝土构件所处的环境比我们建筑物的构件要严酷的多，但是建设部的混凝土结构设计规范2010计算的将结果确实最大。

有经验的工程师大都有此体会，按规范公式计算本该出现的受力裂缝，在工程构件上根本找不到，而且在实际工程构件上由荷载试验产生的裂缝宽度，有时却比计算值小一个数量级。

建设部规范裂缝宽度的计算公式是来源于前苏联，前苏联的穆拉谢夫教授在1949年专门研究裂缝，他按纯弯构件，假定构件裂缝间距相等，然后根据裂缝处钢筋应力与混凝土内力等因素，推导出裂缝宽度，并根据实验数据得出最后公式。

我国东南大学丁大钧继承了穆拉谢夫的思路，后来中国建筑科学院也对此进行研究，得出裂缝宽度的公式。

由此，我们应该明确混凝土结构设计规范2010裂缝宽度计算公式的适用范围：

1.只适用于单向简支受弯构件。

双向受弯构件不适用，如双向板、双向密肋板

目前规范中有关裂缝控制的盐酸方法，是沿用早期低强钢筋以简支梁构件形式进行实验研究的结果，与实际工程中的承载能力和裂缝状态相差很大。

由于工程结构中梁板的支座约束，楼板的拱效应和双向作用等的影响，实际裂缝状态比验算结果要有利得多。

采用高强材料以后，受力钢筋的应力大幅提高，裂缝状态将取代承载能力成为控制设计的主要因素，从而制约高墙材料的应用。

而与国外规范比较，我国裂缝宽度的验算结果偏于严厉。

试验观察表明实际裂缝呈V字形，钢筋表面的裂缝宽度远小于构件表面。

不少审图单位要求设计单位提供双向板的裂缝计算宽度和挠度，实际上规范中并未提供计算的方法，所以这种要求是没有意义和依据的。

2.对于连续梁计算裂缝宽度偏大。

主要是因为连续梁受荷后，端部外推受阻产生拱效应，降低了钢筋应力。

3.外挡墙是压弯构件，不宜采用此式计算。

计算裂缝宽度，目的是使裂缝控制在一定限度内，以减少钢筋锈蚀。

但在一类环境中，裂缝宽度对于钢筋锈蚀没有明显影响，这在世界上已有共识。

传统的观点认为，裂缝的存在会引起钢筋锈蚀加速，减短结构寿命。

但近50年国内外所做的多批带裂缝混凝土构件长期暴露试验以及工程的实际调查表明，裂缝宽度对于钢筋锈蚀程度并无明显关系。

许多专家认为，控制裂缝宽度只是为了美观或心理上的安全感。

美国规范ACI138规范自1999年版开始取消了以往室内、室外区别对待裂缝宽度允许值的做法，认为在一般的大气环境条件下，裂缝宽度控制并无特别意义；

欧盟规范EN1992-1.1认为“只要裂缝不削弱结构功能，可以不对其加以任何控制”，“对于干燥或永久潮湿环境，裂缝控制仅保证可接受的外观；

若无外观条件，0.4mm的限值可以放宽”。

有时，裂缝宽反而比窄对结构更有利，构件反而不易锈蚀。

海水、除冰盐等化学腐蚀环境下，细缝更易由毛细管作用而进水（侵蚀性的），侵蚀水进去后，不宜由雨水等冲刷掉，因此对构件更不利。

综上所述：

1.混凝土结构设计规范2010裂缝宽度的计算公式所得出的裂缝宽度偏大

2.该公式适用范围，适用于简支梁（单向受弯构件），不适用于连续梁和双向受力构件，也不适用于压弯构件如地下室外挡墙板等等；

现在一些程序给出的裂缝计算结果有些不可靠，没有合理的理论依据，不宜采用。

关于抗拔桩的试桩问题

抗拔桩的试桩和抗压桩的试桩有相同点也有不同点（我的地基书上有表格说明）：

1、为设计提供依据的试验桩（抗压、抗拔）：

1）当进行破坏性试验时，可加载至桩侧土破坏或达到桩身材料强度；

2）当试验桩试验完后还要作为工程桩使用时，还应满足工程桩试桩的下列要求。

2、工程桩（抗压、抗拔）的试桩要求：

1）抗压工程桩，应加载至2Ra；

2）抗拔工程桩，桩基检测规范明确要求“按设计要求控制最大上拔荷载，但应留有足够的安全储备”，之所以规范没有规定要取抗拔承载力特征值T的2倍，是因为，实际工程中，抗拔桩主要由桩身强度和裂缝控制，所以工程桩抽样检测时，按1.35T设计是恰当的。

当然，一定要按2T加载也行，但必须对工程桩按2T作为桩顶拉力设计值配置抗拔桩的纵向钢筋并验算抗拔桩的裂缝。

3、抗压桩常由桩侧和桩端岩土的承载力控制，因此，试桩时要取2Ra，而对于由桩身强度控制的受压桩，天津规范规定，工程桩抽样检测时“可按设计要求的加载量进行”即不要求加载至2Ra。

对抗拔桩的工程桩抽样检测也是如此。

关于强柱弱梁

影响强柱弱梁的因素很多，涉及：

计算假定、梁端负弯矩钢筋、梁端正弯矩钢筋、梁端裂缝验算、楼板配筋等诸多问题。

规范采用加法，就是加大柱端弯矩设计值，但实际工程中要实现强柱弱梁难度很大，按目前设计计算方法设计，基本上只是一个梦。

主要问题如下：

1.计算梁端与实际梁端位置不统一，导致梁端计算负弯矩过大，加大强柱弱梁的负担；

2.梁端底部实配钢筋与强柱弱梁验算相差巨大，程序的强柱弱梁验算未考虑规范强条规定的框架梁梁端上下钢筋配置要求，强柱弱梁验算结果严重不真实；

3.裂缝验算时梁端弯矩取值不合理，导致梁端配筋过大，而梁端配筋加大后未进行强柱弱梁的再验算；

4.实际工程中，楼板钢筋的影响，楼板越厚，影响越大。

考虑上述问题，经估算现阶段要实现强柱弱梁，柱端弯矩放大系数应不小于2.

强柱弱梁的根本目的是为确保大震时的梁铰机制，最为紧迫的是按规范要求改进计算程序，还强柱弱梁验算的真实情况。

实际工程中，建议可多做减法，应严格控制梁端正负钢筋，配筋应做到：

梁端不多、跨中不少、总量控制，这样强柱弱梁才有可能。

连梁和框架梁的区别

框架梁是框架结构中柱与柱之间的梁，连梁是剪力墙结构中墙与墙之间的梁。

那么框剪结构中连接框架与剪力墙的梁是连梁还是框架梁新高规JGJ 

3-2002中第7.1.8.条的修正又说明了什么问题..... 

或许我们对框架梁及连梁从其受力变形特征的一个更广义的慨念来作定义，构件设计的概念将更清晰。

框架梁----以弯曲变形为主的构件即为框架梁 

连梁-------以剪切变形为主的构件即为连梁 

弯曲变形与剪切变形的分界线以梁的高跨比H/L=5来划分。

任何高跨比过大（H/L>

1/5）的构件，无论是框架梁、柱或剪力墙连梁其变形均为剪切变形为主，受剪效应大于受弯效应，构件容易发生脆性破坏。

当构件高跨比H/L<

1/4时，无论是框架梁、柱或剪力墙连梁其变形均为弯曲变形为主，受弯效应大于受剪效应，构件以发生弯曲破坏为主。

这就是为什么新规范"

JGJ 

3-2002 

__P69"

中对剪力墙连梁的设计作了第7.1.8修正的原因。

其实规范的修正还不彻底。

何为框架梁?

何为连梁?

如按以上定义进行修正，那么构件设计的概念将更清晰。

这不是我的发明，而是PKPM系列杆系分析程序中分析杆系结构的基本假定。

PK、TAT、包括SATWE在分析梁、柱杆件时均不考虑构件的剪切变形。

而只考虑构件的弯曲变形。

但是当构件高跨比过大（H/L>

1/5）时，此时构件不但有弯曲变形，剪切变形效应将增大，并且剪切变形会大于弯曲变形效应。

此时不考虑构件的弯曲变形构件的内力分析是不精确的。

这时按杆系假定分析构件，因为没有考虑剪切变形构件会偏刚。

这就是为什么剪力墙连梁（剪力墙连梁往往高跨比H/L>

1/5）在分析受力时刚度允许折减的原因。

在分析框架内力时，当构件高跨比H/L>

1/4时同样会发生以上情况。

但是内力分析结果如果不是超筋，那么按分析结果配筋还是偏安全的。

由以上分析可知：

即使在框架结构中，构件高跨比不但影响构件的受力变形特征，还影响构件内力分析的准确性。

**往往使人疏忽的是还影响杆系构件的配筋方式。

因此在结构设计中很有必要将框架梁与连梁从一个更广义的慨念来定义。

无论是连接柱的梁还是连接墙的梁，只要高跨比H/L>

1/4即为连梁，其特征以剪切变形为主，梁配筋以防止脆性破坏为主，当内力分析结果箍筋超筋时允许其刚度折减。

无论是连接柱的梁还是连接墙的梁，只要高跨比H/L<

1/4即可作为框架梁，其特征以弯曲变形为主，梁内力允许调副，配筋以保证Xb/ho--相对界限受压区高度为主，并做到强剪弱弯、强节弱杆、强柱弱梁连梁是指两端与剪力墙相连且跨高比小于5的梁。

框架梁是指两端与框架柱相连的梁，或者两端与剪力墙相连但跨高比不小于5的梁。

两者相同之处在于：

一方面从概念设计的角度来说，在抗震时都希望首先在框架梁或连梁上出现塑性铰而不是在框架柱或剪力墙上，即所谓“强柱弱梁”或“强墙弱连梁”;

另一方面从构造的角度来说，两者都必须满足抗震的构造要求，具体说来框架梁和连梁的纵向钢筋（包括梁底和梁顶的钢筋）在锚入支座时都必须满足抗震的锚固长度的要求，对应于相同的抗震等级框架梁和连梁箍筋的直径和加密区间距的要求是一样的。

　两者不相同之处在于，在抗震设计时，允许连梁的刚度有大幅度的降低，在某些情况下甚至可以让其退出工作，但