1、第5章 多高層建筑結構的計算機輔助設計, 5.1 多高層建筑結構的計算機輔助設計 5.1.1 常用計算機結構輔助設計程序的選擇 5.1.2 關于結構底部的嵌固部位的確定 5.1.3 計算簡圖的處理 5.1.4 總信息中幾個重要參數的確定 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷 5.1.6 根據計算結果對結構進行調整 5.2 多高層建筑結構設計算例 5.2.1 工程概況及計算簡圖 5.2.2 設計條件 5.2.3 荷載標準值 5.2.4 框架荷載及內力計算 5.3 剪力墻結構算例 5.4 思考題與作業(yè), 5.1 多高層建筑結構的計算機輔助設計 隨著科學技術的不斷進步，目前多高層建筑的結構分析基本上

2、都采用計算機軟件進行，前面章節(jié)有關手算的方法的介紹主要是為了幫助對結構體系的受力特點及概念進行深入理解。當然，設計人員也可用手算方法對結構進行初步設計估算。 計算機軟件并不能完全代替設計人員的設計概念，所以在計算機輔助設計時，我們必須對軟件的計算原理及適用范圍有一個清晰的認識，選擇適合相應結構體系的軟件進行計算，并應對計算結果進行認真分析，以確保計算結果的準確性和合理性。, 5.1.1 常用計算機結構輔助設計程序的選擇,表5-1 常用結構分析軟件的計算模型及適用范, 5.1.1 常用計算機結構輔助設計程序的選擇,表5-1 常用結構分析軟件的計算模型及適用范, 5.1.1 常用計算機結構輔助設計

3、程序的選擇,目前，我國國內常用計算程序的模型多為上述一種或幾種組合形成。其中單榀平面框架分析的計算模型主要是在早期的結構計算中采用。其特點是與平面框架手算步驟一致，由于它只適用于非常規(guī)則的純框架結構和剪力墻結構，適用范圍有限，所以現在已很少使用。平面結構空間協同計算模型也只能在一定程度上反映結構整體工作的特性，只適用于較規(guī)則的框架、框架剪力墻、剪力墻結構，目前也已較少使用。,在三維空間分析程序中，基于薄壁桿件模型的優(yōu)點是自由度小，使復雜的高層結構分析得到極大的簡化。但是薄壁桿件中許多剪力墻難以滿足薄壁柱理論的假定，它對剪力墻為長墻、矮墻、多肢剪力墻及框支剪力墻、無樓板約束的剪力墻等情況計算精度

4、不夠；基于薄板理論的結構有限元分析軟件，把無洞口或有較小洞口的剪力墻模型化為一個板單元，把有較大洞口的剪力墻模型化為板梁連接體系。這類軟件對剪力墻的模型化不夠理想，沒有考慮剪力墻的平面外剛度及單元的幾何尺寸影響，對于帶洞口的剪力墻，其模型化誤差較大。, 5.1.1 常用計算機結構輔助設計程序的選擇,基于殼元理論的三維組合結構有限元分析程序，由于殼元既有平面內剛度，又具有平面外剛度，用殼元模擬剪力墻和樓板可以較好的反映其實際受力狀態(tài)?；跉ぴ碚摰亩喔邔咏Y構分析模型，理論上比較科學，分析精度較高。盡管這種程序功能全面，適用范圍廣，但它的前后處理功能較弱，在一定程度上限制了這類軟件在實際工程中的使

5、用。因此，在實際工程設計時，設計人員應根據工程的實際情況，深入理解各計算機軟件的適用范圍和特點，選擇適合于本工程的計算軟件進行分析。, 5.1.1 常用計算機結構輔助設計程序的選擇,在下列情況下，樓板變形比較顯著，樓板剛度無限大的假定不符合實際情況，應對采用剛性樓板假定的計算結果進行修正，或采用樓板內為半剛性的計算方法：,(1) 樓面有很大的開洞或缺口，樓面寬度狹窄。 (2) 平面上有較長的外伸段。 (3) 底層大空間的剪力墻結構的轉換層樓面。 (4) 錯層結構，樓面不能保證平面內無限剛度。 (5) 樓面的整體性差的結構體系。, 5.1.1 常用計算機結構輔助設計程序的選擇,在內力與位移計算中

6、，鋼構件、型鋼混凝土及鋼管混凝土等構件宜按實際情況直接作為設計條件輸入計算機進行計算。當此類構件較少時，也可以按等剛度原則，等效為混凝土構件進行計算。 對于平、立面復雜的剪力墻結構，應采用合適的計算模型分析。當采用有限元模型時，對應力變化復雜處應合理劃分單元；當采用薄壁桿件計算模型時，對錯洞墻可進行適當的模型化處理后再作整體分析。, 5.1.1 常用計算機結構輔助設計程序的選擇,B級高度的高層建筑結構和體型復雜、結構布置復雜的結構應滿足以下要求：,(1) 應采用兩個不同的力學模型的三維空間分析，結構分析軟件進行整體分析計算。 對于同一結構采用不同的結構分析計算軟件計算，可以互相比較和校核，對把

7、握結構的實際受力狀態(tài)是十分必要的。 (2) 在抗震設計時，宜考慮平扭耦連計算結構的扭轉效應，振型數不應小于15，對多塔樓結構的振型數不應小于塔樓數的9倍，且計算振型數應使振型參與質量不小于總質量的90%。 (3) 應采用彈性時程分析法進行補充計算。 (4) 宜采用彈塑性靜力或動力分析方法驗算薄弱層彈塑性變形。 應采用豎向荷載作用下模擬施工進行結構分析。對于高層建筑結構，在考慮軸向變形影響時，由于高層建筑結構是逐步逐層施工形成的，其豎向荷載也是逐層加載而成的。如果采用一次施加外荷載進行計算就會出現較大的差異，房屋越高，構件豎向剛度相差越大，則差異越大。因此一般的三維空間分析計算軟件都建議采用模擬

8、施工加載進行內力分析。 (5) 對豎向不規(guī)則的高層建筑，包括某樓層抗側剛度小于其上一層的70%或小于其上相鄰三層側向剛度平均值的80%，或結構樓層層間抗側力結構的承載力小于其上一層的80%，或某樓層豎向抗側力構件不連續(xù)，其薄弱層對應于地震作用標準值的地震剪力應乘以1.15的增大系數。結構分析應按上述要求進行，并應對薄弱部位采取有效的抗震構造措施。, 5.1.2 關于結構底部的嵌固部位的確定,對于多高層建筑結構，在進行結構計算分析之前，必須首先確定結構嵌固端所在的位置。所謂嵌固部位也就是預期塑性鉸出現的部位。嵌固端的正確選取是結構計算模型中的一個重要假定，它不僅關系到結構中某些構件內力分配的準確

9、性，而且還影響結構產生側移的真實性以及結構局部的經濟性。, 5.1.2 關于結構底部的嵌固部位的確定,(1) 在二層以上地下室的多層建筑，宜將上部的嵌固部位設在地下室頂板，此時應滿足以下條件： 地下室頂板標高與室外地坪高差不能太大，一般應小于地下一層層高的1/3。 地下室頂板結構應為梁板體系，且該層樓面不得留有大洞口，樓面框架梁的抗彎剛度要足夠大。 地下室結構的布置應保證地下室頂板及地下室各樓層樓板有足夠的平面內整體剛度和承載力，能將上部結構的地震作用傳遞到全部地下室抗側力構件；為此地下室頂板板厚不宜小于180 mm，混凝土等級應不小于C30，且應雙層雙向布置鋼筋。每層每個方向的鋼筋配筋率不宜

10、低于0.25%。, 5.1.2 關于結構底部的嵌固部位的確定,(1) 在二層以上地下室的多層建筑，宜將上部的嵌固部位設在地下室頂板，此時應滿足以下條件： 地下室結構應能承受上部結構屈服超強及地下室本身的地震作用。為此地下室的樓層側向剛度不應小于相鄰上部結構樓層側向剛度的2倍。 計算多塔大底盤地下室樓層側向剛度比時，大底盤地下室的整體剛度應不小于相鄰上部結構所有塔樓的總體剛度的2倍，每棟塔樓內范圍內(塔樓周邊向外擴展與地下室高度相等的水平長度)的地下室側向剛度與相鄰上部塔樓的側向剛度比不宜小于1.5。 地下室柱截面每側面的縱向鋼筋面積，除應滿足計算要求外，不應少于地上一層對應柱每側縱向鋼筋面積的

11、1.1倍。 地下室頂板部位的梁柱節(jié)點左右梁端截面實際受彎承載力之和不宜小于上下柱端實際承載力之和。, 5.1.2 關于結構底部的嵌固部位的確定,(2) 當由于地下室大部分頂板降板或地下一層為車庫(墻體少)等使用要求，不滿足地下室頂板作為結構嵌固部位的要求時，對于3層及3層以上的地下室，可將結構的嵌固部位置于地下一層底板，此時的底板應按上述第1款中有關“頂板”的要求處理，且應滿足以下要求： 地下一層樓層抗側剛度應大于地上一層樓層的抗側剛度。 地下二層樓層抗側剛度應大于地下一層的樓層抗側剛度，并應大于地上一層樓層抗側剛度的2倍。當地下室層數少于3層時，宜將嵌固部位設于基礎頂面。, 5.1.2 關于

12、結構底部的嵌固部位的確定,(3) 對于單層地下室建筑宜選擇基礎底板作為結構的嵌固端。選擇基礎底板作為結構嵌固端，可以充分利用基礎“無限剛”的假定。對于首層樓面留有大孔洞，或選用無梁樓蓋等各種結構形式，都不會影響計算結果的準確性。但當地下室作為抗爆級別較高的防空地下室時，其地下室頂板通常具有作為結構嵌固端的抗側剛度，此時可以取其作為結構的嵌固端。, 5.1.3 計算簡圖的處理,在多高層結構設計時，設計人員首先必須結合工程實際，與建筑設備專業(yè)協商，確定一個合理的結構設計形式和結構體系。結構體系應受力明確，傳力簡捷并力求平面和豎向規(guī)則。然后再應用力學概念對計算簡圖進行處理。,(1) 高層建筑結構分析

13、計算時宜對結構進行力學上的簡化處理，使其既能反映結構的受力性能，又適應于所選用的計算分析軟件的力學模型，從而從根本上保證分析結果的可靠性。 (2) 在內力與位移計算中，應考慮相鄰層豎向構件的偏心影響。樓面梁與柱子的偏心一般按實際情況參與整體計算。, 5.1.3 計算簡圖的處理,(3) 在內力與位移計算中，密肋板樓蓋可按實際情況進行輸入計算，當不能按實際情況計算時，可將密肋梁均勻等效為柱上框架梁進行計算，其截面寬度可取被等效的密肋梁截面寬度之和。平板無梁樓蓋采用近似方法考慮時，其柱上板帶可等效為框架梁計算，等效截面寬度可取等代框架方向板跨的3/4及垂直于等代框架方向板跨的1/2兩者的較小值。 (

14、4) 高層建筑結構中，梁、柱、剪力墻的初估截面尺寸可按第5章第46節(jié)中的有關規(guī)定進行取值。從大量的工程設計的結果的分析，鋼筋混凝土高層建筑單位建筑面積的豎向總荷載大約在12 kN/m216 kN/m2之間。其中框架、框架剪力墻結構大約為12 kN/m214 kN/m2；剪力墻和筒體結構大約在14 kN/m216 kN/m2。在初步設計階段，這些數據可以用來對結構進行初步內力分析，從而可以初步確定柱、剪力墻的截面尺寸。, 5.1.3 計算簡圖的處理,(5) 當構件截面尺寸相對其跨度較大時，構件交匯處會形成相對的剛性節(jié)點區(qū)域，所以在內力與位移計算時，可考慮框架或壁式框架梁柱節(jié)點區(qū)剛域的影響。剛域的

15、長度(如圖5.1所示)近似按下式計算：,圖5.1 框架節(jié)點剛域圖,=a10.25hb (5-1a) =a20.25hb (5-1b) =c10.25bc(5-1c) =c20.25bc(5-1d) 當計算剛域的總長度為負值時應取為零。, 5.1.3 計算簡圖的處理,(6) 對于大底盤多塔結構，如果把裙房部分按塔樓的形式切開計算，則下部群房及基礎的計算誤差較大，且各塔之間的相互影響也無法考慮。因此，應先進行整體計算，按高層建筑混凝土結構技術規(guī)程取夠振型數，并考慮塔樓與塔樓之間的相互影響。當各塔樓的質量、剛度等分布懸殊時，整體計算反映出的前若干個振型可能大部分均為某一塔樓所貢獻。而由于耦連振型的存

16、在，判斷某一振型反映的是哪一塔樓的某一主振型比較困難。同時，由于高層建筑混凝土結構技術規(guī)程中第一扭轉周期和第一平動周期比值的限制以及水平位移限值的限制，為了驗證各獨立單塔的正確性和合理性，還需將多塔結構分開進行計算分析。, 5.1.3 計算簡圖的處理,(7) 對于超長或不規(guī)則等原因將建筑物結構分為兩個或多個獨立的結構單元時，最好是將各獨立單元分開進行計算分析，如果一定要合在一起計算，也可按多塔結構模型進行計算，但需要注意的是，由于分縫處不是真正獨立迎風面，其風荷載的計算與實際受力狀態(tài)不符，對于那些對風荷載比較敏感或以風荷載為控制荷載的結構，必須修改風荷載數據，以計算出正確的風荷載數據文件。,

17、5.1.4 總信息中幾個重要參數的確定,結構總信息是控制全局的參數，在應用程序時應深刻理解程序中對有關參數選用的說明，且應在正確理解參數的物理概念的基礎上，根據工程的實際情況及規(guī)范要求經分析后確定。,1. 周期折減系數 周期折減的目的是為了充分考慮框架結構和框架剪力墻結構的填充墻剛度對計算周期的影響，其大小由結構類型和填充墻數多少來決定,表5-2 周期折減系數, 5.1.4 總信息中幾個重要參數的確定,2. 框架剪力墻結構中，任一層框架承擔地震力調整系數 框架剪力墻結構中，由于剪力墻剛度很大，承擔了大部分的地震作用剪力，而框架分擔的地震作用很少，則在剪力墻開裂后很不安全，所以高層建筑混凝土結構

18、技術規(guī)程第8.1.4條規(guī)定框架部分承擔的最小剪力應不小于基底剪力的20%和最大樓層總剪力值的1.5倍兩者中的較小值。 3. 計算振型個數 一般計算振型數應大于9。多塔結構振型數應不小于塔數的9倍。但也要注意一點，此處指定的振型數不能超過結構固有振型的總數。例如，一個規(guī)則的兩層結構，采用剛性樓板假定，由于每塊樓板只有三個有效動力自由度，整個結構只有6個有效動力自由度，這樣系統自身只有6個特征對，這時候就不能指定9個振型，最多只能取6個，否則就會造成地震力計算異常。, 5.1.4 總信息中幾個重要參數的確定,4. 梁端彎矩調幅系數 考慮梁在豎向荷載作用下的塑性內力重分布，通過調整使梁端彎矩減少，相

19、應增加跨中彎矩，使梁上下配筋均勻一些，達到節(jié)約材料，方便施工的目的。一般情況下，梁端彎矩調幅系數取值范圍為0.81.0。 5. 梁跨中彎矩放大系數 對于內力分析中未考慮活荷載不利分布，而僅按滿布計算時，當活載較大或結構的層數不多時，可通過此系數來加大梁的跨中彎矩。彎矩放大系數可參照如下取值： (1) 一般高層建筑：1.0。 (2) 活載較大的高層及一般多層建筑：1.11.2。 (3) 活載較大的多層建筑：1.21.3。 6. 地震力放大系數 為了提高結構抗震安全度，可通過此參數來放大地震力，其取值范圍一般為1.01.5。, 5.1.4 總信息中幾個重要參數的確定,7. 連梁剛度折減系數 抗震設

20、計的框架剪力墻或剪力墻結構的連梁，由于兩端的變位差很大，故剪力很大，連梁截面設計困難，往往出現超筋現象?？拐鹪O計時，在保證連梁具有足夠的承受其所屬面積豎向荷載能力的前提下，允許其適當開裂(降低剛度)而把內力轉移到墻體等其他構件上。就是在內力和位移計算中，對連梁剛度進行折減。通常，設防烈度為6、7度時連梁剛度折減系數取0.7，8、9度時取0.50，最小不宜小于0.50。當結構位移由風荷載控制時，連梁剛度折減系數不宜小于0.8。 當連梁跨高比大于5時，受力機理類似于框架梁，豎向荷載比水平荷載作用效應明顯，此時應慎重考慮連梁剛度的折減問題，以保證連梁在正常使用階段的裂縫及撓度滿足使用要求。, 5.1

21、.4 總信息中幾個重要參數的確定,8. 梁剛度增大系數 在一般程序輸入中，梁是按矩形尺寸輸入并計算剛度的。對于現澆樓板，在采用剛性樓板假定時，樓板作為梁的翼緣，是梁的一部分。在分析中可用此系數來考慮樓板對梁剛度的貢獻，梁剛度增大系數取1.02.0。其中可將現澆樓面的邊框梁1.5，中間框架梁取2.0。, 5.1.4 總信息中幾個重要參數的確定,9. 梁扭矩折減系數 高層建筑樓面梁受樓板的約束，當結構計算未考慮這個約束作用時，梁的扭轉變形和扭矩計算值偏大，與實際受力不符。故在截面設計時應對梁扭矩予以適當折減。計算分析表明，梁的扭矩折減系數與樓蓋的約束作用和梁的位置密切相關。邊梁和中梁有區(qū)別，有次梁

22、和無次梁也不一樣。因此，應根據具體情況確定樓面梁的扭矩折減系數。若電算程序中只有一個扭矩折減系數時，一般可取0.4。 10. 活載折減系數 活載折減系數參數均可按荷載規(guī)范規(guī)定進行取值。一般情況下不應對參數進行修改。, 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷,目前，采用計算機軟件進行多高層建筑結構分析幾乎已成為設計人員的一種必然選擇，由于軟件開發(fā)版本很多，這也給設計人員創(chuàng)造了多個可選擇的設計平臺，但是，計算機的輔助設計不是萬能的，它提供的計算結果是否合理、可靠就需要設計人員來作出準確判斷。,1. 合理性判斷 (1) 周期：周期大小與剛度的平方根成反比，與結構質量的平方根成正比，因此，計算出來的結構

23、自振周期宏觀地反映了結構的幾何特性和剛度性質。周期的大小與結構在地震中的反應有密切的關系。最基本的是不能與場地上的卓越周期一致，否則會產生共振。在正常情況下，如果結構比較普通，截面尺寸選擇符合常規(guī)要求，則結構基本周期大體在以下范圍：, 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷,1. 合理性判斷 (1) 周期：周期大小與剛度的平方根成反比，與結構質量的平方根成正比，因此，計算出來的結構自振周期宏觀地反映了結構的幾何特性和剛度性質。周期的大小與結構在地震中的反應有密切的關系。最基本的是不能與場地上的卓越周期一致，否則會產生共振。在正常情況下，如果結構比較普通，截面尺寸選擇符合常規(guī)要求，則結構基本周期大

24、體在以下范圍：,框架結構： 框-剪結構、框-筒結構： 剪力墻結構： 筒中筒結構： 式中： 基本自振周期， 、 第二、第三周期，N結構計算層數。, 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷,周期過長或過短，可能有以下四種原因： (1) 結構方案本身很不合理，剛度過大或過??；二是可能輸入數據有誤，包括幾何數據，荷載信息等。質量(荷載)偏大，周期偏長，質量過小，則周期偏短；三是可能選用程序不適合本工程的設計。 (2) 地震力：底部總剪力應在合理范圍內。耦連計算時，底層的剪重比也應在合理的范圍內。對第一周期小于3.5s的結構，一般為：7度、類上時/W=1.6%2.8%；8度、類上時/W=3.2%5%。底部

25、剪力過小，除了首先檢查結構布置和截面尺寸是否使剛度過小外，還應檢查是否考慮周期折減系數。如果程序中沒有進行周期折減，可使框架、框剪結構周期偏長，造成地震力偏小，偏于不安全。在地震力偏小的情況下，會出現結構位移滿足要求，構件配筋為構造配筋的不合理情況。所以，只有底部剪力在合理范圍內，檢查內力，配筋才有意義。, 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷,周期過長或過短，可能有以下四種原因： (3) 振型：一般情況下，正常計算結果的振型曲線應當是連續(xù)的、光滑的曲線，不應出現突然的轉折點或不規(guī)則的凹凸。在有剛度大的突變處及頂部有高塔的特殊情況下，可能在轉變處出現明顯的突變點，如圖5.2所示。,圖5.2 振

26、型曲線, 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷,2. 內力與位移的漸變規(guī)律判斷 如果高層建筑結構沿豎向剛度與質量都很均勻、漸變，結構布置也沒有大的改變的情況下，則結構的內力和位移計算結果沿豎向也應均勻變化，不應有大的突變。否則應檢查幾何數據及其他輸入數據是否正確、合理。位移特征曲線如圖5.3所示。,(a) 剪力墻 (b) 框架 (c) 框架剪力墻,圖5.3 水平位移特征曲線, 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷,3. 平衡條件的判斷 豎向平衡條件：在豎向荷載作用下產生的柱、墻肢軸向力代數和，應等于總的豎向荷載?？傌Q向荷載是指未經折減的，直接用于內力計算的數值，不應采用計算地震作用的重力荷載代

27、表值。 (2) 水平方向平衡條件：對于風荷載作用，底層各柱、墻的剪力代數和應等于總的風荷載。對于地震作用，當需要進行平衡校核時，可利用第一振型的地震作用進行平衡分析，而且必須在修正之前進行。, 5.1.5 內力計算結果的分析、判斷,4. 對稱性的判斷 對稱結構在對稱荷載作用下，對稱點的內力與位移必然對稱，如果不能滿足對稱條件，則計算結果顯然有問題，就必須對幾何數據和荷載數據進行核對，直到滿足上述條件為止。 總之，通過上述關于周期、位移、振型、地震力、平衡條件及對稱性等的判斷，設計人員就可以依此基本判定其計算結果可以用于工程設計。, 5.1.6 根據計算結果對結構進行調整,(1) 柱軸壓比：柱軸

28、壓比限值是為了滿足結構延性要求，規(guī)范對各種結構構件的軸壓比限值有明確規(guī)定。根據計算機提供的柱軸壓比數據，設計人員可以直接獲得超限信息，并可依此對豎向構件的截面、混凝土等級等進行適當調整，使計算軸壓比在規(guī)范規(guī)定的限值以內。 (2) 梁柱配筋：設計合理的結構，一般不應有太多的超限截面。設計人員可以對具體的超限截面進行分析。超限的原因一般有以下幾個方面的原因：一是截面尺寸不夠；二是構件的支座處理不當，造成扭矩偏大；三是總信息有關調整系數設置錯誤；四是個別幾何數據輸入有誤等。柱配筋超限的原因還可能是柱計算長度取值有誤，這就要求設計人員對特殊柱的計算長度進行人工調整。 (3) 特殊構件(如轉換梁、大懸臂

29、梁、轉換柱、跨層柱)應分析其內力、配筋是否正常，必要時應進一步分析，包括手算以及采用其他程序進行復核。, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.1 工程概況及計算簡圖 某七層辦公樓，采用內走道布置，其柱網尺寸為6.6 m6.3 m，走道寬為2.4 m。結構平面布置圖如圖5.4所示，其中走道板厚120 mm，其他板厚為160 mm；地下基礎頂面至二層樓面的高度為4.8 m，二層以上層高3.6 m。軸平面框架計算簡圖如圖5.4所示；混凝土等級為：一、二層為C35，三層以上為C30；縱向受力鋼筋均為HRB400級，箍筋為HPB235級。,圖5.4 結構平面圖, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.

30、2.2 設計條件 (1) 建筑結構安全等級：二級。 (2) 設計使用年限50年，r0=1.0。 (3) 建筑結構地上部分為一類環(huán)境，地下部分為二類環(huán)境。 (4) 抗震設防烈度：7度。 (5) 設計地震分組：第一組。 (6) 地基場地上類別：類。 (7) 建筑抗震設防類別：丙類。 (8) 建筑結構阻尼比：=0.05。 (9) 框架抗震等級：抗震構造措施為二級，內力調整及其他為三級。, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.3 荷載標準值 1. 屋面均布永久荷載標準值 120板處：q=250.12(自重)+3.15(防水及保溫、找平等)=6.15 kN/m2 160板處：q=250.16(板自重

31、)+3.15(防水及保溫、找平等)=7.15 kN/m2 2. 樓面均布永久荷載標準值 120板處：q=250.12(板自重)+1.5(樓面及樓灰)=4.5 kN/m2 160板處：q=250.16(板自重)+1.5(樓面做法及抹灰)=5.5 kN/m2 3. 屋面均布活荷載標準值(不上人屋面) q活=0.5 kN/m2。 4. 樓面均布活荷載標準值 120板范圍內：q活=2.5 kN/m2 160板范圍內：q活=3.5 kN/m2 (包括非固定隔墻附加荷載), 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.3 荷載標準值 5. 雪荷載標準值 基本雪壓：S0=0.3 kN/m2；屋面和雪分布系數r=

32、1.0 sk=rS0=0.3 kN/m2 6. 風荷載標準值 其中 kN/m2，地面粗糙度為C類。 (迎風面)，0.5(背風面)， ：按建筑結構荷載規(guī)范采用。 7. 建筑外圍護墻永久荷載標準值(按墻面面積計算) kN/m2 8. 建筑物內部隔墻永久荷載標準值(按墻面面積計算) kN/m2, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.4 框架荷載及內力計算 本算例以結構平面第軸平面框架為例，其樓面荷載及風荷載的受荷范圍為6.6 m。荷載采用中國建科院PMCAD及PK程序自動生成，恒載、活荷載及風荷載作用簡圖如圖5.6、圖5.7及圖5.8所示。 平面框架的內力計算采用PK程序計算，其恒載、滿布活載作

33、用下的內力見表5-3(以首層AB段為例)。,圖5.6 恒載作用簡圖(D-L.T) 圖5.7 活載作用簡圖(L-L.T), 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 以首層框架梁AB段為例，在支座A、B及跨中的彎矩及剪力標準值見表5-3,表5-3 首層AB段框架梁彎矩剪力標準值(kNm), 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 1. A截面組合彎矩設計值 根據建筑抗震設計規(guī)范第5.4.1條及建筑結構荷載規(guī)范第3.2.3條進行彎矩組合。經比較最不利的組合情況如下： 1) 組合1：非抗震設計 MA=1.2永久荷載彎矩標準值+1.

34、4滿布活荷載彎矩標準+0.61.4風荷載彎矩標準值= 1.284.901.446.300.61.455.5= 213.32 kNm 2) 組合2：非抗震設計 MA=1.2永久荷載彎矩標準值+1.4風荷載彎矩標準值+0.71.4滿布活荷載彎矩標準值= 1.284.901.455.50.71.446.30= 224.95 kNm 3) 組合3：抗震設計 MA=1.2永久荷載彎矩標準值+0.51.2滿布活荷載彎矩標準值+1.3地震作用彎矩標準值 = 1.284.900.51.246.301.3149.8= 324.4 kNm, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計

35、算 2. 支座B截面組合彎矩設計值 按上述方法進行最不利內力組合，同理可得： 1) 組合1：非抗震設計 MB= 214.7 kNm 2) 組合2：非抗震設計 MB= 224.0 kNm 3) 組合3：抗震設計 MB= 313.65 kNm 3. 跨中組合彎矩設計值 M跨中=1.2永久荷載彎矩標準值+1.4滿布活荷載彎矩標準值+0.61.4風荷載彎矩標準值=1.259.0+1.431.6(忽略風荷載)=115.0 kNm, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 4. 梁正截面抗彎縱向鋼筋配筋計算 框架梁AB段： mm， mm， mm， mm， 混凝土為C35

36、， N/mm2， N/mm2，縱筋為HRB400級，其 N/mm2。 跨中：M=115.0 kNm,mm2,檢查是否滿足抗震構造要求，抗震等級為二級的框架梁跨中縱向受拉鋼筋的最小配筋量：,mm2或,mm2,實配318， 627 mm2，滿足要求。, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 2) 支座A (1) 按組合2計算：MA=224.95 kNm(非抗震) (2) 按組合3計算：并乘以承載力抗震調整系數，MA= 243.3 kNm (抗震)。取上述兩個值中的較大值MA= 243.3 kNm進行配筋計算(按單筋截面)。,實配422， ，滿足要求。, 5.2

37、 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 (3) 檢查是否滿足抗震構造要求。 梁端混凝土受壓區(qū)高度x (混凝土結構設計規(guī)范第11.3.1條)。 根據以上計算結果, 梁端縱向受拉鋼筋配筋率：(混凝土結構設計規(guī)范第11.3.1，11.3.6條)。,其值小于2.5%，大于0.3%及, 梁端截面底部和頂部縱向受力鋼筋截面面積比值(混凝土結構設計規(guī)范第11.3.6條)。,0.3 (符合要求), 通長鋼筋設置(混凝土結構設計規(guī)范第11.3.7條)。 梁頂面設置222，底面設置318(符合要求)。, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 3)

38、 支座B 按支座A的計算方法進行計算可得：。實配422(1520 mm2)滿足要求，取組合3進行配筋計算：M=0.75(313.65)= 235.2 kNm。 5. 梁斜截面剪力及箍筋計算 由于支座A、B截面在不同荷載作用下的剪力值接近，而支座B處剪力稍大，故僅以支座B截面進行最不利剪力組合。 1) 組合1：非抗震設計 VB=1.2恒載剪力標準值+1.4滿布活載剪力標準值+0.61.4風荷載剪力標準值=1.2(74.2)+1.4(36.0)+0.61.4(17.1)= 153.80 kN 2) 組合2：非抗震設計 VB=1.2恒載剪力標準值+1.4風荷載剪力標準值+0.71.4滿布活載剪力標準

39、值=1.2(74.2)+ 1.4(17.1)+0.71.4(36.0)= 148.3 kN, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 4) 梁箍筋計算 (1) 組合1： VB= 153.80 驗算受剪截面跨高比 2.5 4 截面應符合 要求： 150.4 kN (滿足要求) 箍筋：, 5.2 多高層建筑結構設計算例,5.2.5 第軸框架梁的內力組合及配筋計算 (2) 組合3：抗震設計。 VB= 153.3 kN 截面應符合 kN153.3 kN (符合要求) 箍筋： (3) 選用箍筋，按 8雙肢箍考慮： S=ASV/0.339=101/0.339=300 m

40、m。實際選用：加密區(qū) 8100，非加密區(qū)中 8200。, 5.3 剪力墻結構算例,1. 基本條件 墻肢Q1的平面位置如圖5.9所示。底部加強區(qū)及其上一層(14層)的墻體厚度為，非底部加強區(qū)(5層及其上各層)的墻體厚度為為，墻肢長度為。墻體的混凝土強度等級：7層樓板面以下為C35，7層樓板面以上為C30。墻體的豎向、水平分布鋼筋以及墻肢邊緣構件的箍筋采用HRB335級熱軋鋼筋，墻肢邊緣構件的縱向受力鋼筋采用HRB400級熱軋鋼筋。, 5.3 剪力墻結構算例,2. 墻體穩(wěn)定驗算 墻肢Q1無端柱和翼墻，在底部加強部位的截面厚度為220mm，約為首層層高的1/15。下面以首層為例，根據高層建筑混凝土結

41、構技術規(guī)程第7.2.2條的要求，對墻肢Q1進行穩(wěn)定驗算。 墻肢Q4為兩邊支承的單片獨立墻肢，根據高層建筑混凝土結構技術規(guī)程附錄D公式(D.0.3-1)，其計算長度系數=1.0，首層墻肢的計算長度按高層建筑混凝土結構技術規(guī)程公式(D.0.2)計算如下： 剪力墻底部加強部位的混凝土彈性模量EC為3.15104 N/mm2，根據高規(guī)公式(D.0.1)可以得到： 作用于首層墻頂組合的等效豎向均布荷載設計值，算得： 因此，首層墻肢Q1的穩(wěn)定性符合高層建筑混凝土結構技術規(guī)程附錄D的要求, 5.3 剪力墻結構算例,3. 首層墻肢Q1(底部加強區(qū))截面設計 首層墻肢Q1的內力標準值及部分內力組合值參見表5-4

42、。從表5-4中可以看出，水平地震作用產生的內力遠大于風荷載產生的內力。,表5-4 墻肢Q1(首層)內力情況(非抗震), 5.3 剪力墻結構算例,3. 首層墻肢Q1(底部加強區(qū))截面設計 根據高層建筑混凝土結構技術規(guī)程第7.2.15條和7.2.16條的規(guī)定，底部加強區(qū)及其上一層(14層)的墻肢應設置約束邊緣構件，其長度為： ， ， ， ， 暗柱長度為： ， ， ， 。 由于與非常接近，故取 。此時，約束邊緣構件的縱向受力鋼筋合力作用點到截面邊緣的距離為： ， 首層墻肢Q1截面的有效高度為： 。, 5.3 剪力墻結構算例,1) 墻肢的受剪截面限制條件驗算 取首層墻肢Q1的組合剪力設計值為Vw=42

43、.4 kN。 因此，當無地震作用組合時，首層墻肢Q1的截面符合剪壓比限值要求。 2) 偏心受壓正截面承載力計算 這里取首層墻肢Q1的組合內力設計值。 Nw=1841.3 kN，Mw=82.5 kNm。當混凝土強度等級不超過C50時， 。墻肢截面的相對界限受壓區(qū)高度為：,在底部加強區(qū)及其上一層(14層)，墻肢Q1配置豎向分布鋼筋10200(雙排)，此時墻肢的豎向分布鋼筋配筋率為, 5.3 剪力墻結構算例,大于混凝土結構設計規(guī)范第10.5.9條非抗震設計時最小配筋率0.20%和第11.7.11條二級抗震等級最小配筋率0.25%的要求。 當墻肢兩端約束邊緣構件的縱向受力鋼筋對稱配置時，界限破壞情況下的Nb為：,由于 ，因此首層墻肢Q1處于大偏心受壓狀態(tài)，此時截面的受壓區(qū)高度為：,因此，首層墻肢Q1確實處于大偏心受壓狀態(tài)。此時, 5.3 剪力墻結構算例,首層墻肢Q1端部約束邊緣構件的縱向受力鋼筋面積為：,0,這表明當無地震作用組合時，首層墻肢Q1端部的約束邊緣構件僅需