关于“嵌固层”和“嵌固部位”问题
关于结构底部嵌固层及上部结构嵌固端的刚度比问题，不少网友没闹明白 1）《高规》第3.5.2条第2款中“对结构底部嵌固层，该比值不宜小于1.5”； 2）《高规》第5.3.7条规定“地下一层与首层的侧向刚度比不宜小于2”。
这两条规定不矛盾，1）指的是，首层与二层的侧向刚度比（当地下室顶板作为上部结构嵌固部位时），2）指的是地下一层与上部结构首层的比值。
《高规》第3.5.2条第2款的规定，较适合于上部结构的嵌固端为绝对嵌固（不带地下室，将地下室顶板标高确定为嵌固端，嵌固端的水平位移、竖向位移和转角均为零）的计算模型。
关于2）条中比值2的限值合理性问题，可查阅《筏基规范》及我的新抗规书。
我们事务所一般做法：计算时取基础顶面做结构计算嵌固端，构造上满足首层结构嵌固；约束边缘构件从负一层开始设置。而现新抗规及新高规都明确规定：
《抗规》6.1.10.3款；《高规》7.1.4.3款
1、规范6.1.14条1、3、4款为满足结构首层嵌固的强度要求；第2款为刚度要求，整个条文说明均为满足强度要求的解释而无关于刚度比取2的相关解释；
2、高规5.3.7条规定刚度比计算按附录E.0.1条计算，即按等效剪切刚度比进行计算；相关范围的规定（抗规不超过20米、高规不超过三跨，不统一）有待商榷（高层、超高层基地剪力相差很大，对首层传递影响应该不同）；
3、条文解释表明：整个结构应该在首层以上部位出现塑性铰，地下一层不应屈服；实际上当地下一层不屈服时地下室各层均不会出现屈服；
从以上可以看出规范6.1.14条所说的嵌固端应该为抗震设计 中概念设计的嵌固端即为出现塑性铰分布的下端，而并非结构 力学计算的嵌固端。
? 因此应将规范中的嵌固端区分为计算嵌固端与构造（概念设计）嵌固端；若将计算嵌固端选取在首层则会造成结构刚度偏大；
? 计算时取基础顶面作为结构力学的计算嵌固端，地下室顶板即首层作为构造嵌固端并满足抗规6.1.14条的所有强度要求；
? 底部加强区应从地下室一层开始设置，无须满足《抗规》6.1.10.3款及《高规》7.1.4.3款规定的底部加强区延伸至基础顶面；
无论计算嵌固端选取在任何位置，由于 地下室周边有很大的刚度的侧墙并受周边岩土的约束，在地震作用下其侧向位移受到限制，所以地下室对高层建筑上部结构的嵌固效果是客观存在的，上部结构的水平地震作用要通过地下室顶板进行传递也是必然的，高层建筑地下室顶板即首层楼板必须具有较强的整体性和刚度，可将高层建筑的水平地震作用有效的传递到地下室周边岩土中去；通过相关计算分析可知塔楼一定范围内结构（纯地下室框架）水平剪力递减较快，但仍然存在一定的内力，而实际工程中经常会出现塔楼与室外顶板有较大的高差，如下图所示：
实际工程情况 解决方法一：
将高差分成几个较小的高差，并在高差处设置较宽的梁， 加强该梁的抗扭能力 解决方法二：
通过在上下梁板端采取加腋方式
关于构件的计算长度系数问题
构件的计算长度等于计算长度系数乘以杆件长度，要注意程序计算长度系数的定义，一般情况下，杆件被分割的计算点越多，则计算长度系数越大。应注意：影响构件计算长度的因素很多，程序对复杂情况下构件计算长度的计算准确性较差，因此，应注意对复杂问题进行适当的简化，对于多层通高的柱子或有多个计算点分割的构件，应特别注意核算计算长度系数。
关于高大女儿墙的设计计算问题
对高度较大的女儿墙，应注意其平面外受力问题、防倒塌问题等，对于特别高大的女儿墙应设置扶壁柱，或扶壁框架。主体结构计算时应考虑高大女儿墙的风荷载及地震作用，满足承载能力极限状态要求，对墙平面外的变形可适当放宽，以不倒塌为原则。对高大女儿墙，有条件时应尽量采用现浇钢筋混凝土墙板，以获取较大的整体性并提高防倒塌能力，对混凝土墙板应采取设置温度缝等防裂措施。
关于坡地建筑设计问题
对坡地建筑应特别注意其扭转问题，即使建筑平面均匀对称，但坡地对结构的约束高度不同以及挡土墙的刚度不同等，加大了结构的扭转。
目前，对坡地建筑主要是通过营造局部平地环境消除坡地对建筑物的影响，就是在建筑物的迎坡面设置永久性挡土墙，将坡地与建筑物脱开，避免结构的扭转。对未经“营造局部平地环境”处理的坡地建筑，目前尚没有很好的计算办法，一般采用包络设计的方法来估算坡地建筑的扭转。
建议，对坡地建筑应通过营造局部平地环境消除坡地对建筑物的影响，不应在坡地上直接建造高层建筑，对坡地上的多层建筑，可采用包络设计的方法估算坡地对结构的扭转影响。
关于“楼层位移比”和“层间位移角”问题
常有人问起“楼层位移比”和“层间位移角”的相关问题，此处一并答复：
1、“楼层位移比”
1）定义——“楼层位移比”指：楼层的最大弹性水平位移（或层间位移）与楼层两端弹性水平位移（或层间位移）平均值的比值；
2）目的——限制结构的扭转；
3）计算要求——规定水平地震力作用下，考虑偶然偏心（注意：不考虑双向地震）。 2、“层间位移角”
1）定义——按弹性方法计算的楼层层间最大位移与层高之比； 2）目的——控制结构的侧向刚度；
3）计算要求——不考虑偶然偏心，不考虑双向地震。 3、综合说明：
1）现行规范通过两个途径实现对结构扭转和侧向刚度的控制，即通过对“扭转位移比”的控制，达到限制结构扭转的目的；通过对“层间位移角”的控制，达到限制结构最小侧向刚度的目的。
2）对“层间位移角”的限制是宏观的。“层间位移角”计算时只需考虑结构自身的扭转藕联，无需考虑偶然偏心及双向地震。
3）双向地震作用计算，本质是对抗侧力构件承载力的一种放大，属于承载能力计算范畴，不涉及对结构扭转控制的判别和对结构抗侧刚度大小的判断。
4）常有单位要求按双向地震作用计算控制“扭转位移比”和“层间位移角”，这是没有依据的。但对特别重要或特别复杂的结构，作为一种高于规范标准的性能设计要求也有它一定的合理性。
4、相关索引
1）江苏省房屋建筑工程抗震设防审查细则第5.1.3条规定：先计算在刚性楼板、偶然偏心情况下的扭转位移比，当扭转位移比大于等于1.2时，分别按偶然偏心和双向地震计算，再取最不利的扭转位移比进行扭转不规则判别。（博主提示：请注意，这是很严格的要求）。
2）复杂高层建筑结构设计（徐培福主编）第195页，图7.1.7，先按不考虑偶然偏心计算扭转位移比，根据计算结果分两种情况分别计算，一是，当扭转位移比小于1.2时，按偶然偏心计算；二是，当扭转位移比大于等于1.2时，按双向地震计算。再根据两次计算结果取不利情况对结构的扭转不规则进行判别。（博主提示：请注意，这里对采用双向地震的判别是比1）放松许多，注意，这里的规定都是对复杂高层建筑而言的，对一般工程，原则上不需要进行这样严格的判别）。
全国统一措施：
关于双向地震的相关问题
最近有网友提出关于双向地震的相关问题，此处一并回答： 1、一般情况下，先考虑偶然偏心计算；
1）当为“质量和刚度明显不对称的结构”（可按：一般结构位移比不小于1.4、复杂结构不小于1.3把握）时，再拨开考虑双向地震开关；
2）当不为上述1）情况时，直接采用偶然偏心的计算结果。
2、对“质量和刚度明显不对称的结构”可按取偶然偏心和双向地震两次计算结构的较大值。 3、弹性层间位移角，规范要求进行宏观控制，实际工程中应根据工程的具体情况，灵活掌握。
省高规：
广东省院高层住宅统一措施：
关于连梁刚度折减的相关问题
抗规6.2.13条文说明：2 计算地震内力时，抗震墙连梁刚度可折减；计算位移时，连梁刚度可不折减。抗震墙的连梁刚度折减后，如部分连梁尚不能满足剪压比限值，可采用双连梁、多连梁的布置，还可按剪压比要求降低连梁剪力设计值及弯矩，并相应调整抗震墙的墙肢内力。
抗规6.2.13条：2 抗震墙地震内力计算时，连梁的刚度可折减，折减系数不宜小于0.50。 广东省院高层住宅统一措施：
1,重力荷载、风荷载作用效应计算不宜考虑连梁刚度折减。
2,地震作用效应组合工况，均可按考虑连梁刚度折减后计算的地震作用效应参与组合。(效应含位移和内力，二者宜取相同的折减系数）
3,设防烈度低时可少折减一些(6、7度时可取0.7)，设防烈度高时可多折减一些(8、9度时可取0.5)。折减系数不宜小于0.5
连梁刚度折减的问题
经验算，剪力墙结构30层，折减0.5、0.7和不折减，周期位移相差很小。 折减0.5：周期：2.7940位移角：1/860； 折减0.7：周期：2.7932位移角：1/858； 不折减：周期：2.7924位移角：1/857。
定义为连梁，刚度折减，定义为框架梁刚度放大，两者相对值更大。 问题1：计算位移时，连梁刚度不折减； 问题2：计算内力及配筋时，连梁刚度折减； 问题3：PKPM连梁梁端弯矩不调幅；
问题4：程序自动识别为连梁后，计算刚度时不折减；
问题5：程序自动识别为连梁后，计算内力及配筋时，连梁刚度折减；
问题6：程序识别为连梁后，pkpm梁端弯矩不调幅；当程序没有识别为连梁时，框架梁梁端弯矩调幅； 注：计算时至少需要两个模型，一个模型连梁刚度折减系数设置为1.0，用于计算位移；另一个模型连梁刚度折减系数设置为0.5-1.0，用于计算内力及配筋。
《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010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；计算位移时，连梁刚度可不折减。
《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2010第5.2.1：高层建筑结构地震作用组合效应计算时，可对剪力墙连梁刚度予以折减，折减系数不宜小于0.5。
其条文说明：本次修订进一步明确了仅在计算地震作用效应时可以对连梁刚度进行折减，对如重力荷载、风荷载作用效应计算不宜考虑连梁刚度折减。 从以上规范规定得出以下两点：
1.连梁刚度折减仅用于计算地震作用效应，重力荷载、风荷载不考虑连梁刚度折减； 2.计算位移时，连梁刚度不折减。
目前PKPM2010版本《SATWE用户手册》P31：指定该折减系数（连梁刚度折减系数）后，程序在计算时只在集成地震作用计算刚度阵时进行折减，竖向荷载和风荷载计算时连梁刚度不予折减。 我拿PKPM2010做了试验，得出以下结论：
1.PKPM2010对于用开洞方式建模的连梁，仅对地震作用效应折减，重力荷载、风荷载没有考虑连梁刚度折减；对于用框架梁建模方式建立的连梁（跨高比小于5），对所有组合（地震、重力荷载、风），均考虑了连梁刚度折减。
2.对于以上两种建模方式，程序在计算层间位移角时，是考虑连梁刚度折减。
全国技术措施：
乱的很，有空时重写这个话题，很多计算没必要且错误……（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。
高度为355mm，则梁折减高度比为0.89。
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\中对剪力墙连梁的设计作了第7.1.8修正的原因。
其实规范的修正还不彻底。何为框架梁?何为连梁?如按以上定义进行修正，那么构件设计的概念将更清晰。这不是我的发明，而是PKPM系列杆系分析程序中分析杆系结构的基本假定。PK、TAT、包括SATWE在分析梁、柱杆件时均不考虑构件的剪切变形。而只考虑构件的弯曲变形。
但是当构件高跨比过大(H/L>1/5)时，此时构件不但有弯曲变形，剪切变形效应将增大，并且剪切变形会大于弯曲变形效应。此时不考虑构件的弯曲变形构件的内力分析是不精确的。这时按杆系假定分析构件，因为没有考虑剪切变形构件会偏刚。这就是为什么剪力墙连梁(剪力墙连梁往往高跨比H/L>1/5)在分析受力时刚度允许折减的原因。
在分析框架内力时，当构件高跨比H/L>1/4时同样会发生以上情况。但是内力分析结果如果不是超筋，那么按分析结果配筋还是偏安全的。
由以上分析可知：即使在框架结构中，构件高跨比不但影响构件的受力变形特征，还影响构件内力分析的准确性。**往往使人疏忽的是还影响杆系构件的配筋方式。
因此在结构设计中很有必要将框架梁与连梁从一个更广义的慨念来定义。
无论是连接柱的梁还是连接墙的梁，只要高跨比H/L>1/4即为连梁，其特征以剪切变形为主，梁配筋以防止脆性破坏为主，当内力分析结果箍筋超筋时允许其刚度折减。
无论是连接柱的梁还是连接墙的梁，只要高跨比H/L<1/4即可作为框架梁，其特征以弯曲变形为主，梁内力允许调副，配筋以保证Xb/ho--相对界限受压区高度为主，并做到强剪弱弯、强节弱杆、强柱弱梁连梁是指两端与剪力墙相连且跨高比小于5的梁。框架梁是指两端与框架柱相连的梁，或者两端与剪力墙相连但跨高比不小于5的梁。
两者相同之处在于：一方面从概念设计的角度来说，在抗震时都希望首先在框架梁或连梁上出现塑性铰而不是在框架柱或剪力墙上，即所谓“强柱弱梁”或“强墙弱连梁”;另一方面从构造的角度来说，两者都必须满足抗震的构造要求，具体说来框架梁和连梁的纵向钢筋(包括梁底和梁顶的钢筋)在锚入支座时都必须满足抗震的锚固长度的要求，对应于相同的抗震等级框架梁和连梁箍筋的直径和加密区间距的要求是一样的。 两者不相同之处在于，在抗震设计时，允许连梁的刚度有大幅度的降低，在某些情况下甚至可以让其退出工作，但是框架梁的刚度只允许有限度的降低，且不允许其退出工作，所以规范规定次梁是不宜搭在连梁上的，但是次梁是可以搭在框架梁上的。一般说来连梁的跨高比较小(小于5)，以传递剪力为主，所以规范对连梁在构造上作了一些与框架梁不同的规定，一是要求连梁的箍筋是全长加密而框架梁可以分为加密区和非加密区，二是对连梁的腰筋作了明确的规定即“墙体水平分布钢筋应作为连梁的腰筋在连梁范围内拉通连续配置;当连梁截面高度大于700mm时，其两侧面沿梁高范围设置的纵向构造钢筋(腰筋)的直径不应小于10mm，间距不应大于200mm;对跨高比不大于2.5的连梁，梁两侧的纵向构造钢筋(腰筋)的面积配筋率不应小于0.3%”且将其纳入了强条的规定，而框架梁的腰筋只要满足“当梁的腹板高度hw≥450mm时，在梁的两个侧面应沿高度配置纵向构造钢筋，每侧纵向构造钢筋(不包括梁上、下部受力钢筋及架立钢筋)的截面面积不应小于腹板截面面积bhw的0.1%，且其间距不宜大于200mm。” 且不是强条的规定。 在施工图审查的过程中发现设计人常犯的错误有：一是把两端与剪力墙相连且跨高比小于5的梁编成了框架梁，而且箍筋有加密区和非加密区，或把跨高比不小于5的梁编成了连梁;二是在连梁的配筋表中不区分连梁的高度和跨高比而笼统的在说明中交待一句“连梁腰筋同剪力墙的水平钢筋”，这时如果连梁中有梁高大于700mm或跨高比不大于2.5而剪力墙墙身配筋率小于0.3%或水平分布筋的直径不大于8mm时，容易违反“高规”第7.2.26条的规定，而且该条还是强条，这应引起设计人的注意。
框剪结构
一跨在两端在墙上 一跨有一端在墙上，一端在主梁上的两跨梁 应该命名KL还是L?
A：很多人在绘制梁平法施工图的时候都有点迷惑，两端与柱相连的叫KL，两端与剪力墙水平相连的叫LL，两端与主梁相连的叫L，这大家都知道，那么除此之外呢？一端和柱相接，一端和主梁相接的叫什么呢？一端和剪力墙平行接，一端和剪力墙垂直相接的叫什么呢？是不是概念有点模糊了？今天在这里我给大家总结一下。
首先有个概念需解释一下，框架梁也好，次梁也好，连梁也好，最大的区别体现在地震时水平抗震力从一个竖向抗侧构件到另一个竖向抗侧构件的传递模式上的区别：
1. 两端与柱相接----框架梁。框架梁的两端都是固结，可以在水平地震荷载下传递剪力，框架梁的水平地震荷载下的剪力是二端大，中间为0，故框架梁有箍筋加密区，中间部分箍筋不用加密。
2. 两端与主梁相接----次梁。次梁的两端都是铰接，次梁相接的不是竖向抗侧构件，因此不传递水平地震荷载下的剪力。所以次梁不用设置箍筋加密区。
3. 两端都和剪力墙水平相接----这种情况分2种（按《高规》JGJ3-2002中7.1.8条规定）： a） 跨高比＜5，且剪力墙长度能满足梁纵筋锚入墙内的长度≥LaE，且≦600mm----连梁。
跨高比＜5是要求连梁有足够的刚度，不只在联肢墙内部传递剪力，还要平衡两端剪力墙的弯曲应力，连梁的箍筋要求是按同等级的框架梁加密箍的要求，沿梁全长加密箍筋。此种连梁在外墙窗洞处应用较多，特别是结构体形扭转不规则的情况，为了满足结构抗扭刚度或避免外墙在扭转变位较大时，外墙砌体与混凝土梁产生错位裂缝，一般窗下墙也采用混凝土整浇，与楼面以下、窗洞以上部分一起形成一道深梁，按普通住宅层高2.8m，窗高1.5m考虑，此深梁高度有1.3m，其刚度相当大。此种连梁若不按剪力墙洞口输入，则计算误差会很大。
b）跨高比≥5----框架梁。
由于PKPM对连梁的定义是两端与剪力墙相交的梁，当连梁的跨高比≥5时，其受力机理类似于框架梁（《高规》7.1.8条）。
第一种情况连梁应按剪力墙洞口输入（在SATWE里是用和剪力墙相同的壳元来模拟），否则会导致（1）结构刚度失真；（2）连梁受力模式不正确。虽然PKPM说程序已采用了变形协调方程来解决梁和墙接触面的变形问题，但计算结果仍然相差很大。第二种情况连梁应按主梁输入并定义其为框架梁。
4. 一端与竖向抗侧构件相连，一端与梁相接----次梁。 5. 一端与框架柱相连，一端与剪力墙平行相连----框架梁。 6. 一端与框架柱相连，一端与剪力墙垂直相连----框架梁。
剪力墙也有平面外刚度，可以近似看做一个长扁柱，按照新高规JGJ3-2002 中7.1.7条的要求，应控制剪力墙的平面外弯距，应至少采用下面的一个措施：
1）沿梁轴线方向设置与梁相连的剪力墙； 2）在梁与墙相交处设置扶壁柱；
3）不能设置扶壁柱时，应设置暗柱，并按计算配筋。
注：当剪力墙厚度较小，梁与剪力墙垂直相交时，梁端纵筋的水平锚固长度0.4Lae可能不满足，此时可采用减小纵筋直径同时加大纵筋根数，或是采用机械锚固来满足要求。
7. 一端与剪力墙水平相连，一端与剪力墙垂直相连----框架梁。 8. 两端都和剪力墙垂直相接----框架梁（构造同6）。
关于楼梯的影响问题
2008版《抗震规范》第3.6.6条指出：结构“计算中应考虑楼梯构件的影响”，但对在实际执行过程中如何考虑楼梯的影响则未予明确，需要设计人员根据工程的具体情况灵活把握。
楼梯对结构的影响程度与结构体系有关，结构的侧向刚度越大（如剪力墙结构），则楼梯对结构的影响程度越小；结构的侧向刚度越小（如框架结构），则楼梯对结构的影响程度越大。楼梯与结构的影响是相互的，楼梯影响结构的同时，结构也在影响楼梯，因此，需要对结构和楼梯均采取相应的结构措施。 在结构计算中，通常将楼梯作为斜杆（斜板）模拟，其弹性侧向刚度很大，对结构计算指标的影响也很大。但实际地震中，楼梯的弹塑性性能究竟如何，尚没有明确的结论，需要不断研究。因此，目前情况下，一般可只在承载力计算中考虑楼梯的作用，并按考虑与不考虑分别计算、包络设计。对楼梯间四周有钢筋混凝土剪力墙围合的剪力墙结构或框架-剪力墙结构中的楼梯，可不考虑楼梯的影响。 由于博客无法上传图表，相关问题可见我的新书——《建筑结构设计问答及分析》。
关于消防车荷载的简化计算
规范明确规定了等效均布荷载的计算原则，但由于消防车轮压位置的不确定性，实际计算复杂且计算结果有时与规范数值出入很大，对双向板问题更加突出.为方便设计，并应网友的要求，此处提供满足工程设计要求的等效荷载计算表（此为博主正在编辑整理的书稿内容），供设计者选择使用。 1．不同板跨时，双向板等效均布荷载的简化计算表格
表1中列出了在消防车（300kN级）轮压直接作用下，不同板跨的双向板其等效均布荷载简化计算数值，供读者参考。
表1 消防车轮压直接作用下双向板的等效均布荷载
板跨（m） 等效均布荷载(kN/m) 22.0 35.0 2.5 33.1 3.0 31.3 3.5 29.4 4.0 27.5 4.5 25.6 5.0 23.8 5.5 21.9 ≥6.0 20.0 2. 不同覆土厚度时，消防车轮压等效均布荷载的简化计算
不同覆土厚度时，对消防车轮压等效均布荷载数值的计算可采取简化方法，考虑不同覆土厚度对消防车轮压等效均布荷载数值的影响，近似可按线性关系按表2确定。
表2 消防车轮压作用下，不同覆土厚度时的等效均布荷载调整系数
覆土厚度（m） 调整系数 ≤0.25 1.00 0.50 0.92 0.75 0.85 1.00 0.77 1.25 0.70 1.50 0.62 1.75 0.55 2.00 0.47 2.25 0.40 ≥2.50 0.32 3. 综合考虑板跨和不同覆土层厚度时，消防车轮压等效均布荷载的确定
考虑板跨和不同覆土层厚度确定消防车轮压作用下的等效均布荷载数值时，可采用简化计算方法，参考表-3，表-4确定不同板跨、不同覆土层厚度时的等效均布荷载数值。
表3 消防车轮压作用下单向板的等效均布荷载值(kN/m2)
板跨（m） ≥2
表4 消防车轮压作用下双向板的等效均布荷载值(kN/m2)
板格的短边跨度（m） 2.0 2.5 3.0 3.5 4.0 4.5 5.0 5.5 ≥6.0 覆土厚度（m） ≤0.25 35.0 33.1 31.3 29.4 27.5 25.6 23.8 21.9 20.0 0.50 32.4 30.7 29.1 27.4 25.7 24.0 22.4 20.7 19.0 0.75 29.7 28.3 26.9 25.4 23.9 22.4 21.0 19.5 18.1 1.00 27.1 25.8 24.6 23.4 22.1 20.8 19.6 18.4 17.1 1.25 24.5 23.4 22.4 21.4 20.3 19.2 18.2 17.2 16.1 1.50 21.8 21.0 20.2 19.3 18.5 17.7 16.9 16.0 15.2 1.75 19.2 18.6 18.0 17.3 16.7 16.1 15.5 14.8 14.2 2.00 16.6 16.1 15.7 15.3 14.9 14.5 14.1 13.7 13.2 2.25 13.9 13.7 13.5 13.3 13.1 12.9 12.7 12.5 12.3 ≥2.50 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 11.3 ≤0.25 35.0 0.50 32.4 0.75 29.7 1.00 27.1 覆土厚度（m） 1.25 24.5 1.50 21.8 1.75 19.2 2.00 16.6 2.25 13.9 ≥2.50 11.3 4. 等效均布荷载属于结构估算的范畴，追求过高的计算精度对工程设计而言没有必要。实际工程中应注意效应的统一性，即注意在不同效应时，等效荷载不可通用。
与剪力墙有关的结构体系问题
不少网友对与剪力墙有关的结构体系概念模糊，提的相关问题也很不专业，建议对此问题感兴趣的网友阅读建筑结构2007.9期上我的文章“对剪力墙及相关结构体系的认识与把握”，也可以去我的网页看看。文中回答下列问题：
1、什么是少量剪力墙的框架结构 2、什么是框架-剪力墙结构 3、什么是少量框架的剪力墙结构
关于“足够的覆土层厚度”
自从我的《建筑结构设计规范应用图解手册》出版以来，常有读者就第13页表4.1.1-3的“覆土厚度足够”提出量化要求，今补充说明如下：
表4.1.1-3 覆土厚度足够时消防车的荷载
汽车类型 荷载(kN/m) 覆土厚度足够时hmin（m）
足够的覆土厚度指：汽车轮压通过土层的扩散、交替和重叠，达到在某一平面近似均匀分布时的覆土层厚度。
足够的覆土厚度数值应根据工程经验确定，当无可靠设计经验时，可按后轴轮压的扩散面积不小于按荷重比例划分的汽车投影面积确定（如：300kN级汽车，汽车的合理投影面积为（8+0.6）×（2.5+0.6）=26.66m2，后轴轮压占全车重量的比例为240/300=0.8，取后轴轮压的扩散面积为0.8×26.66=21.33m2，相应的覆土厚度为hmin，当实际覆土厚度h≥hmin时，可认为覆土厚度足够）取表中hmin数值。
关于少量剪力墙的框架结构
关于少量剪力墙的框架结构的设计原则问题，最近常有网友和同行问起，现回复如下： 1、设计计算原则 1）结构计算
（1）按框架-剪力墙结构计算；
（2）按纯框架结构（取消剪力墙）计算；
（3）按纯框架结构（取消剪力墙）验算框架结构在罕遇地震下的弹塑性位移并满足规范的要求； 2）结构的位移及结构的规则性判断按上述计算（1）确定； 3）框架设计
（1）框架的抗震等级按纯框架结构确定； （2）按上述（1）、（2）进行框架的包络设计； 4）剪力墙设计
（1）剪力墙的抗震等级可取四级； （2）剪力墙可构造配筋；
（3）对剪力墙基础应按上述计算（1）、（2）进行包络设计。 2、原因分析
1、少量剪力墙的框架结构属于框架结构，设置少量剪力墙的根本目的在于满足规范对框架结构的位移限值（1/550）要求；
2、只有在框架结构承载能力满足规范要求，而在多遇地震作用下结构的弹性层间位移角不满足规范的要求（≤1/550）时，才需要设置少量剪力墙；
3、少量剪力墙的框架结构中，剪力墙只用来辅助框架结构，满足规范对框架结构在多遇地震下结构的弹性层间位移角限值要求，换句话说，用的只是剪力墙的弹性刚度（即只与EI有关，而与结构开裂以后的弹塑性刚度没有关系，所以，可不关注剪力墙及连梁的超筋问题），少量的剪力墙（由于墙的数量太少）并没有象框架-剪力墙结构中的剪力墙那样，起到一道防线的作用，所以对少量剪力墙中的剪力墙设计应有别于框架-剪力墙结构中的剪力墙；
4、考虑框架和剪力墙协同工作，使少量剪力墙的框架结构在多遇地震下结构的弹性层间位移角满足规范的要求（≤1/550）。
3、其他问题
1）需要说明的是：对剪力墙的设计，只要不低于上述设计原则都是可行的。
2）对少量剪力墙的框架的设计时，应与施工图审查单位多沟通，以利于施工图的审查和通过。
2100kN汽车 4.25 2.50 150kN汽车 6.34 2.40 200kN汽车 8.50 2.35 300kN汽车 11.25 2.30 550kN汽车 11.38 2.60
3）广东规范（DBJ/T 15-46-2005)中要求，在少量剪力墙的框架结构中，剪力墙按框架-剪力墙结构中的剪力墙确定抗震等级，只能从其作为地方标准就是要提高此类结构中剪力墙的抗震等级这方面去理解。
4、我的相关文章
就对少量剪力墙的框架结构的认识和理解，欢迎大家阅读我的相关文章。 1）建筑结构设计规范应用图解手册》第337-338页； 2）建筑结构.术通讯2007.5，“配置少量剪力墙的框架结构”；
3）建筑结构.术通讯2007.9，“对剪力墙及相关结构体系的认识与把握”。
对剪力墙的认识与把握
1、规范对剪力墙的相关规定
1）剪力墙的划分：依据《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2002（以下简称：“高规”）的相关规定，各类墙肢截面高宽比（截面高度h与厚度bw 的比值，即h /bw ）见表1。
表1 各类剪力墙的墙截面高宽比
剪力墙分类 剪力墙截面高宽比 一般剪力墙 h/bw＞8 短肢剪力墙 8≥h/bw ≥5 超短肢剪力墙 5＞h/bw ＞3 柱形墙肢 h/bw≤3 说明：表中“超短肢剪力墙”、“柱形墙肢”是笔者为便于区分不同情况而划分的。 2）关于短肢剪力墙：短肢剪力墙较多的剪力墙结构的设计要求见表2。
表2 短肢剪力墙较多的剪力墙结构的设计要求
序号 1 项目 结构的最大适用高度H （抗震与非抗震） 筒体和一般剪力墙承受的 第一振型底部地震倾覆力矩 短肢剪力墙的抗震等级 短肢剪力墙的轴压比 抗震设计时，短肢剪力墙除底部加强部位外的各层剪力设计值增大系数 抗震设计时，短肢剪力墙截面的全部纵向钢筋的最小配筋率 短肢剪力墙的最小截面厚度 7度和8度抗震设计时 规定 比剪力墙适当降低，且7度H≤100m、8度H≤60m ≥0.5 为结构总底部倾覆力矩 应比一般剪力墙提高一级 抗震等级为一、二、三级时分别不宜大于0.5、0.6和0.7； 无翼墙或端柱时其轴压比限值降低0.1 一级1.4、二级1.2 底部加强部位1.2% 其他部位1.0% 200mm 短肢剪力墙宜设置翼缘。一字形短肢剪力墙平面外不宜布置与之单侧相交的楼面梁 2 3 4 5 6 7 8 2、对规范规定的理解与认识
1）“混凝土规范”规定 h/bw＞4时，按剪力墙要求设计；
2）对于h/bw ≤3的剪力墙墙肢，规范规定按框架柱进行截面设计。注意：此处规范规定的是“按框架柱进行截面设计”，就是在抗力设计时，采用柱截面计算的原则来确定墙肢的，其他要求同墙。有文献提出墙肢的轴压比也按框架柱要求。比较可以发现，在抗震等级相同时，规范对于框架柱的轴压比限值要远大于对墙肢轴压比限值，因此对小墙肢按框架柱要求控制轴压比是不合适的。
3）当短肢剪力墙较多时，应采取相应的结构加强措施，见表2，概括起来主要有以下几点：
（1）短肢剪力墙的纵向配筋，不区不同分抗震等级，加强部位相当于一级抗震等级时的一般剪力墙约束边缘构件的配筋要求，其他部位则当于二级抗震等级时的一般剪力墙约束边缘构件的配筋要求。 （2）对短肢剪力墙应进行剪力再增大（增大系数：一级1.4，二级1.2）。
（3）对普通剪力墙只限制加强部位的轴压比（一级0.5（9度0.4）、二级0.6），而对短肢剪力墙则限制所有部位（加强区与非加强区）的轴压比（一级0.5、二级0.6、三级0.7）。
（4）对一字形短肢剪力墙应采取比带翼墙短肢剪力墙更严格的抗震措施（轴压比限值再降0.1）。 4）当短肢剪力墙不较多时，可不采取短肢剪力墙较多时相应的结构加强措施； 5）抗震与非抗震设计的高层建筑结构均不应采用全部为短肢剪力墙的剪力墙结构。 6）规范没有明确规定单层及多层建筑结构不应采用全部为短肢剪力墙的剪力墙结构； 3、对剪力墙划分的设计建议
1）短肢剪力墙的实用划分原则：短肢剪力墙（8≥ h/bw ≥5）分为一字形短肢剪力墙和带翼墙（翼墙长度≥3 时）短肢剪力墙。当剪力墙截面厚度 bw≥H/15（H为层高）、 ≥300mm且 ≥2000mm的墙，可不按短肢剪力墙考虑。（注意：广东省标准（DBJ/T 15-46-2005）规定：“剪力墙截面高度与厚度之比大于4、小于8时为短肢剪力墙。当剪力墙截面厚度不小于层高的1/15，且不小于300mm，高度与厚度之比大于4时仍属一般剪力墙”。上述规定在墙厚300mm时出现很大的跳跃）。
2）对有效翼墙的判定，有资料依据规范对剪力墙边缘构件范围的规定，来定义T型截面剪力墙的翼墙长度（要求在翼墙宽度每侧不小于2倍墙厚时才认定翼墙有效）是不合理的，任何情况下，当翼墙长度不小于墙肢厚度（注意此处是墙肢的截面厚度，而不是翼墙本身的截面厚度 ）的3倍时，均可认为翼墙有效。 3）对短肢剪力墙较多的判别
所谓“短肢剪力墙较多”没有定量的界限，但从概念上说，可以从承受竖向荷载的能力、结构底部的倾覆力矩及结构的均匀对称性三方面综合确定，当符合下列条件之一时，可判定为“短肢剪力墙较多”。 （1）短肢剪力墙的截面面积占剪力墙总截面面积50%以上；
（2）短肢剪力墙承受的第一振型底部地震倾覆力矩达到结构总倾覆力矩的40%~50%时；
（3）短肢剪力墙承受荷载的面积较大，达到楼层面积的40%~50%以上（较高的建筑允许的面积应取更小的数量）；
（4）短肢剪力墙的布置比较集中，集中在平面的一边或建筑的周边。也就是说，当短肢剪力墙出现破坏后，楼层有可能倒塌。
上述（1）、（2）项，其本质是对结构倾覆力矩的判别，比较可以发现：当按（1）要求判别时，短肢剪力墙的倾覆力矩约为结构倾覆力矩的20%~30%，相比（2）小得多；（3）、（4）项则从短肢剪力墙承受竖向荷载的能力及结构均匀对称的角度来把握。
4）当在剪力墙结构中设置少量的短肢剪力墙时，并不影响对原结构体系的判别，其结构仍可确定为剪力墙结构，可不采取规范对短肢剪力墙较多时相应的结构加强措施； 4．剪力墙倾覆力矩比对结构体系的影响分析
1）对任何形式的钢筋混凝土结构，都可以通过结构底部剪力墙的倾覆力矩Mw与结构底部总倾覆力矩M0 的比值加以区分（图1），结构体系与 Mw/M0 的大致关系见表39。
（由于博客无法将图形展现出来，更多了解请去工作室网页，或查阅我的《图解》及《问答》书）
图1 结构体系与 Mw/M0 的大致关系 表3 结构体系与 Mw/M0 的大致关系
结构体系 Mw/M0 纯框架结构 0 少量剪力墙的框架结构 0~0.2 框架-剪力墙结构 强框架 0.2~0.5 弱框架 0.5~0.8 少量框架的剪力墙结构 0.8~1.0 剪力墙结构 1.0 注：对应于少量剪力墙的框架结构，上表相应确定少量框架的剪力墙结构。 2）剪力墙倾覆力矩的取值
对剪力墙倾覆力矩的取值部位，规范没有明确的规定（短肢剪力墙较多时除外），应根据工程经验确定，一般情况下，对均匀对称的结构可取结构底部，对其他结构可取底部加强部位。
3）对框架-剪力墙结构，可根据 Mw/M0 比值判定为强框架或弱框架的框架-剪力墙结构。
（1）当0.2＜ Mw/M0 ＜0.5时，属于强框架的框架-剪力墙结构，相应地框架的抗震等级按框架结构确定；
（2）当0.5≤ Mw/ M0＜0.8时，属于弱框架的框架-剪力墙结构，为典型的框架-剪力墙结构体系； （3）是否可将结构确定为框架-剪力墙结构，关键看结构是否能真正形成二道防线。 4）关于少量框架的剪力墙结构
在剪力墙结构中设置少量的框架，结构的主要抗侧力构件仍为剪力墙，少量框架根本起不到二道防线的作用，因此，不能将其归类为框架-剪力墙结构，在结构设计中应采用包络设计的原则，设计剪力墙时，可不考虑框架柱的抗侧作用（在框架柱EA不变时，对EI取小值），按纯剪力墙结构计算；对框架柱可按框架-剪力墙结构中的框架柱设计。 5）关于少量剪力墙的框架结构
（1）少量剪力墙的框架结构仍应归类为框架结构；
（2）只有在纯框架结构强度计算满足规范要求，而框架结构的弹性位移角不满足1/550的要求时，才设置少量剪力墙以使结构的弹性位移满足1/550的要求，设置剪力墙的根本目的是为了利用剪力墙的弹性刚度，满足规范对框架结构的弹性位移限值要求；
（3）规范只规定“结构分析计算应考虑该剪力墙与框架的协同工作”，但仅进行协同工作计算是不够的，对框架结构应分步计算，即按纯框架结构（去除剪力墙）计算、按框架-剪力墙结构计算，采用包络设计的原则，框架的抗震等级按框架结构确定；
（4）应特别注意：对少量剪力墙的框架结构应验算在剪力墙失效后（去除剪力墙）结构的弹塑性变形，并应使其满足规范对框架结构的要求。 （5）剪力墙的设计
规范未明确少量剪力墙的框架结构中剪力墙的设计原则，这给剪力墙设计带来相当的困难，剪力墙的设计也成为此类结构设计的焦点，其关键问题集中在剪力墙的抗震等级的确定和配筋原则等。
有文献要求按框架-剪力墙结构确定剪力墙的抗震等级并配筋，实际工程中问题很多，首先，结构体系混淆不清，与框架-剪力墙结构混为一谈，其次，由于设置的剪力墙很少，剪力墙的超筋现象很普遍，也无法按一般剪力墙设计。为此文献[4、5]提供了对剪力墙设计的三种方法供读者选择采用。 （6）特别建议
由于布置少量剪力墙的框架结构在设计原则及具体设计中存在诸多不确定因素，给结构设计和施工图审查带来相当的困难，笔者建议，结构设计中应尽量避免采用，尽可能采用概念清晰、便于操作且抗震性能较好的框架-剪力墙结构。当必须采用时，应提前与施工图审查单位沟通，以利于设计顺利进行，避免返工。 6）根据 Mw/M0 的比值确定结构体系，在对结构体系区分的量值把握上可以有所不同（如图1中0.2和0.8），但不影响对结构体系的宏观控制标准，为此在实际工程中应尽量避免采用结构体系分界线附近的结构（图1中 Mw/M0 =0.2、0.8附近区域），避免因结构设计的调整带来结构体系飘忽，给结构设计及施工图审查带来困难。 参考文献
[1] 高层建筑混凝土结构技术规程（JGJ3-2002）中国建筑工业出版社。 [2] 建筑抗震设计规范（GB50011-2001）中国建筑工业出版社。
[3] 朱炳寅、陈富生。建筑结构设计新规范综合应用手册中国建筑工业出版社2005。 [4] 朱炳寅。建筑结构设计规范应用图解中国建筑工业出版社2005。 [5] 朱炳寅。配置少量剪力墙的框架结构建筑结构。技术通讯2007.5
对框架柱的转换和对剪力墙转换的区别
1、 “混凝土高规”规定，结构的转换分为对框架柱的转换和对剪力墙的转换两种，转换构件所在的楼层称为框支层，结构转换的部位在高层建筑结构的底部（换言之，不在结构底部的转换，可不执行“混凝土高规”对转换层设计的相关规定，或可参考“混凝土高规”的规定并适当降低要求）；
= = = ＜677.4
（8）独立基础的配筋设计
计算柱边缘截面基础底面的配筋（此处采用近似计算公式）： ① 柱边缘截面： ② 基础变阶处截面：
基础底板的最小配筋率为0.15%，即
在基础全宽度4m范围内，配HRB400级钢筋20@180（配筋面积为6982mm2＞6541 mm2＞ （可以） （9）防水板按无梁楼盖设计 已知 ， ， ，按公式（1）计算，
按表1的分配系数确定各截面的弯矩，计算防水板的配筋，计算结果见表3。
防水板各截面的弯矩及配筋 表3
柱下板带 截面位置 弯矩（kN.m） 169.0 133.1 256.0 256.0 92.2 配筋 （mm/m） 522 411 790 790 285 2跨中板带 弯矩 （kN.m） 20.5 112.6 87.0 87.0 76.8 配筋（mm/m） 63 348 269 269 237 2边支座截面负弯矩 端跨 跨中正弯矩 第一内支座截面负弯矩 内跨 支座截面负弯矩 跨中正弯矩 防水板单位宽度的构造配筋面积，柱下板带底面配HRB400级钢筋直径12@140（ ＞790 ，可），其余均按构造配筋要求配HRB400级钢筋直径12@200（ ＞可）。
4）独立基础和防水板的配筋可根据基础设计的实际情况，统一考虑，当基础底面和防水板的底面位于同一标高时，可考虑将防水板钢筋通长布置，独立基础下配筋不足部分用短钢筋（附加钢筋）配足，见图9。
图9 独立基础和防水板底面标高相同时的常用配筋做法
5）通过本例分析可以发现，在独基加防水板基础中，独立基础和防水板不一定同时由相同的荷载效应组合起控制作用，如：防水板常按水浮力控制的效应组合设计（当地下水变动幅度较大时，水浮力的荷载分项系数按可变荷载考虑；当地下水变动幅度较小时，水浮力的荷载分项系数按永久荷载考虑），独立基础则按由永久荷载效应控制的组合设计，两者采用不同的荷载效应设计值，而在独立柱基的设计中又离不开防水板传来的荷载，因此，在独基加防水板基础设计中，要严格分清荷载的不同效应组合是有困难的，同时从工程设计角度看也无必要。从工程设计实际出发，采用适当的包络设计方法，其结果相差不大，故可按各自最不利情况计算并简化设计，可按下列要求，实现不同组合内力之间的互换（近似计算）： （1）考虑荷载效应基本组合的内力设计值，可近似取考虑荷载效应标准组合内力设计值的1.3倍； （2）考虑荷载效应标准组合的内力设计值，可近似取考虑荷载效应基本组合内力设计值的0.8倍； （3）进行地基承载力验算，若取用上部结构考虑地震作用效应的柱底内力设计值时，应将其除以1.25的系数后，再进行地基反力特征值的验算；
（4）进行地基承载力验算时，若取用上部结构计算的柱底内力设计值时，应将其除以1.30的系数后，再进行地基反力特征值的验算；
（5）基础设计时，可将地震作用的内力乘以0.8后，采用非地震作用的设计计算公式。
6）通过本例计算可以发现，在本例的特定条件下，考虑与不考虑防水板对独立基础内力的影响，其计算弯矩的比值为1801.5/1534.5=1.17（在独基变截面处为677.4/449.3=1.51），即计算结果相差17%（及51%），因此，当地下水位较高时，不考虑防水板对独立基础的影响是不合适的，也是不安全的。 7）本例地基承载力验算过程略。 关于地下室结构构件的裂缝验算问题
近来常有网友问起地下室结构构件的裂缝验算问题，现综合回答如下：
1、有资料提出：地下室结构构件可以按塑性计算方法计算，且可以不验算裂缝宽度。我认为不妥，此做法也许在特定的条件（如地下水位很低或没有地下水的情况）下是可行的，但并不代表可以无条件推广，其做法不符合规范的要求，还有待在实践中加以检验。
2、建议：目前情况下，应验算地下室构件的裂缝宽度，可采用下列方法：
1）地下室构件可适当考虑塑性内力重分布（调幅数值应适当减小，如控制在0.9左右等）；
2）在构件的承载能力极限状态计算和正常使用极限状态计算中，均采用构件支座边缘（注意：此处的边缘与考虑刚域不同）的内力值计算；
3）在确定地下室构件的混凝土环境类别时，应恰当考虑地下室外防水对混凝土环境类别的影响，当对地下室侧墙及顶板提出外防水的可更换要求后，原则上可考虑外防水的有利影响（基础底板因外防水破坏情况较少，可直接考虑）。
4）上述观点，我在各次规范应用讲座中均有详细分析。 关于地下室抗浮问题
近来有不少读者来信询问关于地下室抗浮的问题，现答复如下：
《建筑结构设计规范应用图解手册》第443页关于抗浮设计的原则，是按原“荷载规范”（50009-2001）编写的，2006版“荷载规范”对抗浮设计进行了修改，因此相关内容可作为参考。现补充如下： 关于地下室的抗浮验算问题
关于地下室的抗浮验算，国家规范和各地方规范及相关专门规范提出了不同的要求，应根据工程所在地和工程的具体情况执行相应的规定。当工程所在地无具体规定时，可参考执行下列相关规定： 1）《建筑结构荷载规范》GB 50009-2001的规定：
2006年版“荷载规范”第3.2.5条第3款规定：“对结构的倾覆、滑移或漂浮验算，荷载的分项系数应按有关的结构设计规范的规定采用”。
在倾覆、滑移或漂浮等有关结构整体稳定性的验算中，永久荷载一般对结构有利，荷载分项系数一般应取小于1。目前在其他结构设计中仍沿用单一的安全系数进行设计，因此，当其他结构设计规范对结构的倾覆、滑移或漂移的验算有具体规定时，应执行规范的规定，当没有具体规定时，对永久荷载的分项系数应按工程经验确定。 2）广东省标准的规定：
广东省标准《建筑地基基础设计规范》DBJ 15-31-2003第5.2.1条规定，地下室抗浮稳定性验算应满足式6.1.6的要求：
W/F≥1.05 （6.1.6）
式中 W——地下室自重及其上作用的永久荷载标准值的总和； F——地下水浮力。
【注意】：此处F应为地下水浮力的标准值。 3）北京技术细则的规定
《北京市建筑设计技术细则》（结构专业）第3.1.8条第5款规定：在验算建筑物之抗浮能力时，应不考虑活载，抗浮安全系数取1.0。即满足式6.1.7的要求：
建筑物重量（不包括活载）/水浮力≥1.0 （6.1.7）
建筑物重量及水浮力的分项系数取1.0。 4）水池设计规程的规定
《给水排水工程钢筋混凝土水池结构设计规程》CECS 138：2002第5.2.4条规定：当水池承受地下水（含上层滞水）浮力时，应进行抗浮稳定验算。验算时作用均取标准值，抵抗力只计算不包括池内盛水的永久作用和水池侧壁上的摩擦力，抗力系数不应小于1.05。