超限报告系列总04层间位移角超限
位移比超限层数
位移比超限层数引言位移比是指结构发生变形的程度，通常用实际位移与设计位移之比来表示。
在建筑结构设计中，控制结构的位移比是非常重要的，因为位移比超限会导致结构的不稳定和安全性能下降。
本文将详细探讨位移比超限层数的概念、影响因素以及引起位移比超限的原因，并提出相应的解决方案。
位移比超限层数的概念位移比超限层数是指结构发生位移比超限的层数。
在施工过程中，由于种种原因，结构的位移比可能会超过设计规定的限值，这时就需要对结构进行检查和改进措施。
位移比超限层数的计算和控制对于确保结构的稳定性和安全性至关重要。
影响位移比的因素影响结构位移比的因素有很多，主要包括以下几个方面：1. 结构类型不同类型的结构对位移的响应程度不同。
例如，刚性框架结构由于节点刚性大，位移能力相对较弱，容易发生位移比超限；而柔性结构由于结构的变形能力较强，位移比一般不易超限。
2. 荷载类型不同荷载类型对结构位移的影响也不同。
静力荷载对位移的影响较小，而动力荷载（如风荷载、地震荷载）则容易引起结构的变形，从而导致位移比超限。
3. 材料性质材料的刚度和强度对结构位移比有很大的影响。
材料刚度较大的结构，在受力时会有较小的变形，位移比相对较小；而材料刚度较小的结构，则容易发生较大的变形，位移比较容易超限。
4. 设计方法和草率不同的设计方法和草率对结构位移比的计算和控制有不同的要求。
一些设计方法可能会低估结构的位移能力，导致位移比超限；而草率的设计则可能会导致结构位移比超限。
引起位移比超限的原因位移比超限的原因有很多，主要包括以下几个方面：1. 设计误差设计中的误差是引起位移比超限的主要原因之一。
设计中对结构的草率或错误的估计会导致位移比超限。
例如，对结构刚度或强度的估计不准确，就容易导致位移比超限。
2. 施工误差施工误差也是引起位移比超限的重要原因。
施工过程中的误差，例如材料的误差、节点连接的误差等，都会导致位移比超限。
3. 校正不足有时候，即使在设计和施工过程中没有出现明显的错误，但由于对结构位移的校核不足，也会导致位移比超限。
高层建筑超限判别说明
高层建筑超限判别
4#楼为框架结构，抗震设防烈度为7度，建筑高度为25.40m，大于24m,属于高层结构，需做超限判别。
①建筑高度H=25.40＜50.00m，为A级高度建筑，故本工程建筑高度没有超限。
② X+偶然偏心地震作用规定水平力下，X方向最大层间位移与平均层间位移的比值最大为1.61(第 3层)，大于1.2，且1.5<1.61<1.8，扭转不规则程度为Ⅱ类。
故属于扭转不规则。
③结构平面尺度：L/B=60.0/30.0=2.0<6.0；l/Bmax=2.0/60.0=0.04<0.35；l/b=2.0/22.0=0.1<2.0，故不属狭长、凹凸不规则。
④楼板第3层为大开洞，开洞面积774m2,为该层楼面面积的43%，开洞面积大于该层楼面面积30%。
故属于楼板局部不连续。
⑤在地震作用下，由于X和Y方向本层侧向刚度与上层侧向刚度的比值最小值为
81.3%(第 3层)，大于80%。
故不属于侧向刚度不规则。
⑥本工程没有柱不连续情况，故不属于竖向构件不连续。
⑦抗侧力结构X方向最小楼层抗剪承载力之比为0.75(第 3层)，等于75%；Y 方向最小楼层抗剪承载力之比为0.78(第 3层)，大于75%。
故不属于楼层承载力突变。
结论：由于4#楼共有②、④两项不规则，少于三项，故不属于超限结构。
Midas Building超限报告.ver20130122
Midas building 弹塑性分析报告Ver.20130123By COok目录一工程算例简介二小震分析对比三building大震弹塑性分析四building弹塑性分析效率一工程算例简介本工程算例共2层地下室，底板面标高为-6.5m；地面以上12层，首层层高为5.4m，标准层层高为4.0m，地面以上总高度为46.9米，建筑物顶部一层将两个塔楼连接，形成连体结构。
在连体结构底部设置4.45米高度钢桁架2榀，支撑在两个塔楼之间。
本工程设防烈度为7度（0.1g），地震分组为第一组，场地类别为Ⅲ类。
标准层图见图1～3，轴侧图见图4。
图1 地下室标准层图2 标准层一图3标准层二图4 三维轴侧图二小震分析对比分别采用SATWE和Building 2个不同力学模型的程序对结构进行对比计算，判断结构计算模型的合理性。
1）周期对比2) 层质量对比注：building在计算周期时未勾选统计地下室质量。
三building 大震弹塑性分析1) 大震采用的地震波2）自动梁柱塑性铰定义、剪力墙纤维单元定义3）非线性时程荷载分析工况设置初始重力荷载采用1DL+0.5LL，地震波选取TH7TG040(1985,llo_10_m)地震波，X单向加载，地震波时长42.25s，时间增幅为0.005s，阻尼矩阵采用瑞利阻尼，由程序自算得到。
4）大震弹塑性分析结果①基底剪力对比大震X向时程分析一层剪力为25327.9kN，小震X向一层剪力为8217kN，大震剪力是小震的3.08倍。
②层间位移角对比③典型梁构件滞回曲线（M-θ）典型柱滞回曲线（N-M相关曲线）④柱极限状态⑤梁绞状态⑥墙绞状态四building弹塑性分析效率本工程算例共14层，高57.85米。
梁塑性铰考虑了弯矩绞和剪切绞，柱塑性铰考虑了轴力，剪力以及弯矩绞，墙采用纤维划分单元竖向共划分5份，水平向划分为3份纤维。
计算分析时中间数据占用硬盘空间超过110G以上，整条地震波运算时间大概为13小时左右，分析完成后提取结果信息时间超过12小时，其中内存占用一直保持在30G以上，CPU占用在30%以上，最终结果保存了26.6G。
超限建筑设计的精髓总结(值得收藏)
超限建筑设计的精髓总结（值得收藏）综述在工作中,屡次碰到结构专家、业主单位的结构工程师提到“结构错层的不利性”,建议在超限报告中对结构错层进行分析.但在超限报告中,却很少看到结构错层的专项分析,至少深圳地区是这样.这种“阳奉阴违”的事情,我觉得挺好奇.偶尔想起来,“阳奉阴违”的原因无非两点,一线的结构工程师不知道怎么分析,或者认为没必要分析.这次,我们自己做一个复杂项目的超限报告.结构错层比较严重,终于有机会,仔细思考“结构错层”究竟该怎么分析.错层给结构带来的不利性,个人认为主要有三点：1）错层削弱楼盖整体性,降低结构受力的协同性,并使传力路径出现薄弱环节,引起应力集中现象；2）在楼板错层位置,会形成短柱,短柱延性较差,对抗震不利；3）错层位置楼板布置不均匀,不对称,质心和刚心严重偏置,在水平地震或风载作用下会产生较大的扭转效应,对错层位置的梁,也会产生不利影响.针对第1点,首先要补充楼板应力分析,尤其要搞清楚错层附近的楼板应力.如果水平推力较大,为了保证水平力的传递,可以梁侧水平加腋.加腋之后,梁的刚度变大,在梁柱节点位置,梁会将更多的弯矩传递给柱,此时就要复核柱的承载力是否足够.有些单位,加腋作为一项构造措施,并未在计算模型中反映,也未手算复核,在梁柱节点位置,可能违背了“强柱弱梁”的设计原则.这点应引起注意.针对第2点,结构错层,短柱是客观存在的.在计算中,短柱的问题是容易抗剪超.我们的办法是,确保短柱在小震及中震作用下,均保持抗剪弹性.其中,抗剪截面验算,要预留足够的富裕度.抗剪计算中,有一个重要参数,剪跨比,需要谨慎确定.根据《高规》10.4节,抗震设计时,错层处框架柱箍筋应全柱段加密配置,抗震等级应提高一级.针对第3点,楼板采用弹性板计算,评估水平力对梁的影响.根据影响程度,可采用配置一定量抗扭纵筋和箍筋的方式提高梁的抗扭能力.另外,如果结构错层非常严重（大范围错层）,还应在整体概念上进行把控.主要可采用以下思路：1）结构水平位移、扭转位移应该从严控制.原因在于,错层处的楼板水平位移差与结构整体水平位移基本呈正比,控制结构整体水平位移,相当于间接控制了楼板水平位移差；相比常规结构,结构扭转对错层结构影响更加不利,容易出现楼板翘曲及应力集中,因此,结构扭转位移需要偏严控制.2）设法降低短柱的轴力,提高短柱延性；降低短柱剪力,提高短柱抗剪承载力富裕度,具体办法可在结构布置上着手.在全国的超限审查技术要点中,错层只是一个很小的超限项,隶属“楼板不连续”.但它明显比普通的楼板不连续要更复杂,值得大家关注.这篇文章,可为大家提供一些思路.下次,如果再有专家、业主提出对“结构错层”的分析要求,我们可以照此做点工作,积极相应专家号召,积极听取业主意见.计算长度我们在做结构设计的过程中,时常碰到计算长度的问题.今天,我们就来理一理这个问题.结构设计,为何会有计算长度这个参数？计算长度除以回转半径,就是长细比.结构规范对长细比本身就有一系列规定.这些规定主要是为了避免结构构件太柔,结构构件太柔,会出现两个问题,一个是运输过程中,容易出现变形；二是在构件受力时,容易出现失稳.对长细比的规定,可以看做是对构件刚度层面的要求,这并不难理解.但是,长细比又和稳定系数挂钩,在结构规范中,我们有各种各样的稳定系数.稳定系数的存在,其实就是为了折减承载力,那长细比为何又与承载力相关呢？即,长细比与构件强度挂钩,这个理解起来,可能就不是那么直接了.我们仔细想想,在材料力学的前面几个章节,我们学习的都是构件截面承载力（强度）,但截面强度和构件强度是一回事吗？很明显,构件强度不大于截面强度.这中间的差别在哪里呢？结构规范沿用了截面强度的计算公式,但在过渡到构件强度的时候,引入了稳定系数.这其实就是一阶线性分析方法的处理办法.在结构计算时,采用理想无缺陷计算模型进行一阶线性计算,并基于计算得到的内力进行构件强度（包含稳定承载力）验算,引入稳定系数,是为了考虑结构和构件自身的缺陷以及二阶效应对构件承载力的影响.一阶分析法,方便快捷,但明显不是最有效的办法,我们完全可以采用以二阶非线性分析为基础的直接分析法.当然,这是后话,我们还是说回计算长度.计算长度如何确定,结构规范给了很多说明.对常规的结构,规范规定已经相对明确.但对一些非常规结构,我们如何确定计算长度呢？在超限报告中,时常看到大家采用材料力学中的欧拉公式来反算计算长度.但不要忘记,该公式是有假定条件的,即,中心受压直杆.如果不能满足此条件,强行采用该公式计算,后果不堪设想.大家有个错觉,根据欧拉公式计算的稳定承载力一定小于截面强度承载力.也许,我们太久没有翻看材料力学了.实际上,只有长细比大于某一特定值时,稳定承载力才小于截面强度承载力.比如,对Q235钢,根据理论计算,长细比大于100时,构件强度由稳定承载力控制,否则,应由截面强度控制.Q345、Q390、Q420的界限长细比分别为83、78和75.长细不大于界限长细比时,理论计算的稳定系数为1.00,但根据《钢结构设计规范》,相应长细比的稳定系数如下表最后一列所示（均小于1.00）.这又是怎么一回事呢？其实,规范在计算稳定系数的时候,考虑的因素要比单纯的材料力学中的欧拉公式复杂得多,比如初弯曲、残余应力、初始缺陷、不同截面等（参考《钢压杆的柱子曲线》,李开禧）.在无法直观得到计算长度系数的时候,我们按欧拉公式来反算,是不得以而为之的办法,如果实际条件与欧拉公式的假定有一定偏差,比如,存在初始弯曲、存在一定弯矩、构件并非等直等,欧拉公式给出的结果是偏保守,还是偏不安全,到目前为止,我还无法判断.钢构件设计时,稳定应力时常大于强度应力,而稳定应力又依赖于计算长度.算到最后,你会发现,计算长度的确定是绕不过去的坎.在一阶分析法这个方向上,欧拉公式作为最后,又几乎是唯一的救命稻草,又常常“失稳”,这真是一件让人尴尬的事情.除非我们选择第二条路,直接分析法,但这个方法也有不少假定,比如对初始缺陷、初始弯曲的假定,针对这些假定的经验,我们可能更缺乏.我们以为超限报告专项分析中,构件计算长度的确定是最容易的一件事,很多时候,只是我们想得简单了.从截面承载力到构件承载力,再到结构承载力,这是一名结构工程师的进阶之路,琢磨得越多,脑子里面的概念反而会越来越少.结构错层在工作中,屡次碰到结构专家、业主单位的结构工程师提到“结构错层的不利性”,建议在超限报告中对结构错层进行分析.但在超限报告中,却很少看到结构错层的专项分析,至少深圳地区是这样.这种“阳奉阴违”的事情,我觉得挺好奇.偶尔想起来,“阳奉阴违”的原因无非两点,一线的结构工程师不知道怎么分析,或者认为没必要分析.这次,我们自己做一个复杂项目的超限报告.结构错层比较严重,终于有机会,仔细思考“结构错层”究竟该怎么分析.错层给结构带来的不利性,个人认为主要有三点：1）错层削弱楼盖整体性,降低结构受力的协同性,并使传力路径出现薄弱环节,引起应力集中现象；2）在楼板错层位置,会形成短柱,短柱延性较差,对抗震不利；3）错层位置楼板布置不均匀,不对称,质心和刚心严重偏置,在水平地震或风载作用下会产生较大的扭转效应,对错层位置的梁,也会产生不利影响.针对第1点,首先要补充楼板应力分析,尤其要搞清楚错层附近的楼板应力.如果水平推力较大,为了保证水平力的传递,可以梁侧水平加腋.加腋之后,梁的刚度变大,在梁柱节点位置,梁会将更多的弯矩传递给柱,此时就要复核柱的承载力是否足够.有些单位,加腋作为一项构造措施,并未在计算模型中反映,也未手算复核,在梁柱节点位置,可能违背了“强柱弱梁”的设计原则.这点应引起注意.针对第2点,结构错层,短柱是客观存在的.在计算中,短柱的问题是容易抗剪超.我们的办法是,确保短柱在小震及中震作用下,均保持抗剪弹性.其中,抗剪截面验算,要预留足够的富裕度.抗剪计算中,有一个重要参数,剪跨比,需要谨慎确定.根据《高规》10.4节,抗震设计时,错层处框架柱箍筋应全柱段加密配置,抗震等级应提高一级.针对第3点,楼板采用弹性板计算,评估水平力对梁的影响.根据影响程度,可采用配置一定量抗扭纵筋和箍筋的方式提高梁的抗扭能力.另外,如果结构错层非常严重（大范围错层）,还应在整体概念上进行把控.主要可采用以下思路：1）结构水平位移、扭转位移应该从严控制.原因在于,错层处的楼板水平位移差与结构整体水平位移基本呈正比,控制结构整体水平位移,相当于间接控制了楼板水平位移差；相比常规结构,结构扭转对错层结构影响更加不利,容易出现楼板翘曲及应力集中,因此,结构扭转位移需要偏严控制.2）设法降低短柱的轴力,提高短柱延性；降低短柱剪力,提高短柱抗剪承载力富裕度,具体办法可在结构布置上着手.在全国的超限审查技术要点中,错层只是一个很小的超限项,隶属“楼板不连续”.但它明显比普通的楼板不连续要更复杂,值得大家关注.这篇文章,可为大家提供一些思路.下次,如果再有专家、业主提出对“结构错层”的分析要求,我们可以照此做点工作,积极相应专家号召,积极听取业主意见.层间位移角超限关于结构层间位移角限值的问题,颇受争议.前段时间,吴伟河在iStructure图文并茂地讲述了“层间位移角超限怎么办？”这个问题,个人认为,讲得非常好.在阅读过程中,笔者自己曾经陆陆续续读过的相关资料,也一并在脑海中浮现.索性,把不同的观点都罗列出来,各种缘由,便一目了然.1、《抗规》5.5.1条及条文说明“计算楼层内最大的弹性层间位移时,除以弯曲变形为主的高层建筑外,可不扣除结构整体弯曲变形”；“计算时,一般不扣除由于结构重力P-△效应所产生的水平相对位移,高度超过150m或H/B＞6的高层建筑,可以扣除结构整体弯曲所产生的楼层水平绝对位移值,因为以弯曲变形为主的高层建筑结构,这部分位移在计算的层间位移中占有相当的比例,加以扣除比较合理.如未扣除,位移角限值可有所放宽.”2、魏链总相关文献《论高层建筑结构层间位移角限值的控制》“在高层建筑中,发生最大层间位移的楼层一般位于结构的中部、偏上或偏下,恰恰那里的竖向构件两端转角较大,造成无论是柱或剪力墙,它们的非受力层间位移均很大,而受力层间位移则很小,因此用总的层间位移作为控制高层建筑竖向杆件的受力层间位移的措施是值得商榷的,那种认为层间位移角最大的楼层是受力最危险的楼层,在概念上是不正确的.”框剪结构层间位移角曲线与受力层间位移角曲线框筒结构层间位移角曲线与受力层间位移角曲线“结构竖向杆件,无论是柱或剪力墙,其受力层间位移往往都是底部最大,沿高往上变化总体趋势是在减小,因此控制结构的受力层间位移应着眼于控制结构的底部而不是结构的中上部.”魏总对不同结构类型受力层间位移角限值的建议如下.《地王大厦结构设计若干问题》“在地王大厦结构设计中,日本新日铁公司开始也是以层位移差计算结果作为层间位移,结果在第57层出现层间位移角达1/274的情况,远超我国规范的规定.”“地王大厦横风在风荷载作用下,第57层的层位移角虽达到1/274,但是,筒体剪力墙的受力层间位移角只有1/28195,原因是层底转角引起了层顶很大的刚体位移,由此可以肯定剪力墙不但承载力足够,而且一定不会出现受力裂缝.至于层间变形对于装修构件的影响,另有专门措施考虑解决.”《XX项目超限报告》“风载作用下最大层间位移角的限值需考虑以下因素：1）计算层间位移角时考虑结构重力P-△效应；2）计算层间位移角时考虑地下室构件的影响；3）采用结构刚度折减系数时,限值规定宜增大,反之宜减小；4）保证填充墙、隔墙和幕墙等非结构构件的完好.a.《建筑幕墙》（GBT21086-2007）规范规定,建筑幕墙平面内变形性能以建筑幕墙层间位移角为性能指标.抗风设计时指标值应不小于主体结构弹性位移角限值,一般约1/200~1/300;b.填充墙正常使用状态允许的层间位移角可大于1/400；c.基于以上两条,风荷载作用下层间位移角的限值不需按不同结构类型区分；5）高层建筑的层间位移角越大,结构的顶点加速度越大,对结构的舒适度不利；6）考虑到层间位移角计算中有些因素难以定量考虑,确定最大层间位移角限值时应适当留有余地.以上分析和研究表明,现行弹性变形计算方法未考虑刚度折减的因素,使计算结果偏小；也未能考虑非结构构件对结构刚度的影响,使计算结果偏大,二者都难以准确定量计算,再考虑到风荷载存在一定的非确定性.综合考虑以上因素,当不考虑刚度折减系数时,各类高层建筑风荷载作用下的最大层间位移角限值取1/350~1/400是基本合理的.”3、方小丹总相关观点1）我国规范认为小震作用属正常使用极限状态,结构应保持“弹性”,故以钢筋混凝土构件（包括柱、剪力墙）开裂时的层间位移角作为多遇地震作用下结构的弹性位移角限值.2）规范要求对计算周期乘以小于1的系数来加以修正,框架结构的周期折减系数为0.6-0.7,框-剪结构为0.7-0.8,剪力墙结构为0.9-1.然而,结构分析得到的位移却没有相应修正.3）钢与混凝土的弹性模量相差约5~10倍,对钢筋混凝土受弯或大偏压（拉）构件而言,混凝土开裂时钢筋的应力还很小.即使是竖向荷载长期作用的受弯构件,如一般的钢筋混凝土梁,正常使用状态下也是带裂缝工作的,但这并不妨碍我们用弹性方法计算结构的内力.4）钢筋混凝土柱和剪力墙正常使用阶段主要内力是竖向荷载引起的压力.在风荷载和可能发生的地震作用下,只要钢筋不屈服,仍处于弹性阶段,即使混凝土开裂,也不会影响结构的安全性.并且,在短时间作用的横向力卸载后,可能出现的裂缝也会闭合,这比竖向荷载长期存在的受弯钢筋混凝土梁更容易满足耐久性要求.5）对于结构中不同位置的剪力墙,在水平荷载作用下,相同层间位移角,各剪力墙的受力却可能差异较大.结构中和轴附近的剪力墙可能小偏心受压,没有裂缝；远离中和轴的剪力墙可能大偏心受压,即截面中有受拉区,混凝土可能开裂.以控制结构层间位移角的方法保证剪力墙、柱混凝土不开裂实际上并没有根据.6）重现期50、100年的风荷载和地震荷载属短期荷载,需进行构件承载力极限状态验算,一般无需限制墙、柱的混凝土是否开裂.有特别要求的,可由构件截面设计加以解决.7）考虑到设计上的方便,可采用《混凝土高规》的做法,不扣除结构整体弯曲的影响,但大幅度放宽层间位移角限值.重现期50年风荷载作用下只需控制结构的顶点位移,一般1/500~1/400;小震作用下层间位移角1/350~1/300.之所以不是钢结构的1/250,是考虑对混凝土结构刚度的折减.4、广东省东莞会议纪要“框架结构不宜大于1/400；高150米及以下的框架-剪力墙、框架-核心筒结构不宜大于1/500,剪力墙结构不宜大于1/600；高250米及以上结构不宜大于1/400；高150米～250米之间可内插确定；钢结构不宜大于1/250；小震作用下楼层的层间位移角可按上述限值控制,但应进行中、大震抗震性能设计,大震作用下弹塑性层间位移角限值按现行规范规定执行.”5、深圳超限预审专家观点以下是我们参与的一个项目,超限预审会时,五位超限专家给出的意见.探明真相之后,“层间位移角限值”便不是一个技术问题,有时反而是一个“政治”问题.如果我们做了足够的论证,证明“位移角超越规范限值”并不会产生大的不利影响,专家依然“恪守规范”,要求我们增加结构刚度的话,我们该怎么办？楼板薄弱连接位置抗剪计算在实际工程中,我们时常碰到验算楼板薄弱连接位置（包括细腰）的面内抗剪问题.以下为两个工程的结构平面图.从下图可明显看到结构布置中的楼板薄弱位置.楼板协调两侧的主结构时,面内将受到较大的水平力,包括轴力和剪力.楼板面内承受拉力或者压力,相对来说,比较容易计算,但面内抗剪的问题,其实并不简单.通常的做法是,按《混凝》或《高规》中梁或墙的抗剪承载力计算公式进行复核.但这样做,有无问题呢？它们的抗剪机理是否一致呢？先来看梁的受剪机理.翻看教材,抗剪破坏分为斜压破坏、剪压破坏以及斜拉破坏.简单粗暴（并不准确）来说,梁的跨高比较小时,发生斜压破坏,这种破坏多发生在剪力大而弯矩小的区段,以及腹板很薄的梁内.在这种破坏机制下,受剪承载力取决于混凝土抗压强度,是斜截面承载力中最大的.梁的跨高比适中,梁截面中的剪力和弯矩均可能其控制作用,这种破坏由拉区边缘的裂缝开始,然后延伸形成斜裂缝,剪压区高度逐渐减小,当最终剪压区混凝土破坏,斜截面承载力丧失.梁的跨高比更大的时候,截面破坏由弯矩控制,受拉引起的垂直裂缝一旦出现,就迅速向压区延伸,斜截面承载力随之丧失.混凝土楼板承受横向荷载的破坏模式就属于这种情况.它的承载力是由弯矩起控制作用,所以,在规范中,我们主要对楼板的正截面承载力进行计算,对斜截面承载力,通过构造措施（比如楼板厚度,跨厚比要求）,是可以天然保证的.无论是规范,还是教材,梁的受剪承载力推导均是基于剪压破坏这种模式得到的.给出的抗剪截面承载力限值,也是基于剪压破坏的.但对跨高比较小的构件,比如上面提及的楼板面外抗剪验算,跨高比很多情况下,是小于1.0的,破坏模式应该是斜压破坏才对.也就是说,抗剪承载力上限应该更高.另外,斜压破坏的抗剪承载力计算公式,是否应该有所不同呢？从受力机制来看,长墙肢的面内受剪似乎与上文提到的楼板面内受剪很接近？如果把剪力墙旋转90°,边缘构件看作梁的话.但是,规范给出的剪力墙抗剪承载力计算公式,其实是兼顾了长墙肢和短墙肢的,如果按此计算楼板面内抗剪的话,针对性不强.那怎么办呢？如果要提供计算依据的话,个人认为,楼板面内抗剪验算与深梁斜截面抗剪验算最接近.《混规》附录给出的深受弯构件斜截面受剪承载力计算公式如下：这个公式有什么不同呢？1）当跨高比不大于2.0时,计算剪跨比取0.25,也就是说,混凝土部分前面的系数为1.4；如果按梁的公式来算,此系数为0.875,按墙来算,此系数为0.5.系数变大的原因,即是“随着跨高比的减小,剪切破坏模式由剪压型向斜压型过渡,混凝土项在受剪承载力中所占比例增大”.2）抗剪承载力同时与水平钢筋与竖向钢筋相关,“当跨高比等于5.0时,只有竖向分布钢筋（箍筋）参与受剪；而当跨高比较小（小于2.0,则取2.0）时,只有水平分布筋能发挥有限的受剪作用”.以2.0为例,水平钢筋项前面的系数为0.5,这一点与梁或墙的抗剪计算公式有很大不同.同时,规范还对深受弯构件的受剪截面承载力进行复核,换算的剪压比依然为0.15,依然是偏安全考虑.假定混凝土强度为C30,0.15fc基本与1.4ft相当,也就是说,抗剪承载力计算时,钢筋的作用基本可以忽略.如果出现抗剪不足,只能增大构件截面或者提高混凝土强度.另外,为了保证面外稳定性,规范还对高厚比及跨高比限值进行了规定,即不大于25.“试验表明,当仅配有两层钢筋网时,如果网与网之间未设拉筋,由于钢筋网在深梁平面外的变形未受到专门约束,当拉杆拱拱肋斜向压力较大时,有可能发生沿深梁中面劈开的侧向劈裂型斜压破坏,故应在双排钢筋网之间配置拉筋.”楼板配筋,不专门设拉筋,从这个角度来看,钢筋的作用不应考虑.以对3m宽,120mm厚的楼板为例,其最大面内抗剪承载力为1.4X120X0.8X3000=403kN.如果要求不出现斜裂缝,规范也给出了参考值,即0.5ftkXbXh0=288kN.（注意h0=0.8X3m）如果注意到《抗规》附录E关于“矩形平面抗震墙结构框支层楼板设计要求”的一些规定,我们又会得到一些新的启发.此处验算的也是楼板面内的抗剪承载力.在公式E.1.2中,剪压比相当于0.1/0.85=0.118,是偏保守的,这是由框支层楼板的重要性决定的.公式E.1.3不考虑楼板的混凝土作用,仅按穿过剪力墙的水平钢筋验算.这是一个什么样的机理呢？这种情况考虑的是,地震作用下,混凝土大开裂,承担传递剪力的担子全部由钢筋承担.根据程懋堃大师《创新思维结构设计》所述,按照“剪摩擦”理论计算时,受剪面钢筋fy应乘以0.7,我们规范计算的钢筋面积偏小.那对本文开头所述的薄弱区楼板,面内最大抗剪承载力能否按剪摩擦理论计算呢？如果可以,3m宽的板跨,按10@150双层配筋,最大抗剪承载力为791.28kN.事实上,在混凝土大开裂的情况下,钢筋是可以提供791.28kN的承载力的,但在这种情况下,楼板（面内）刚度大大降低,相当于仅由钢筋构成的软连接（往复作用下,混凝土会逐渐剥落）,已无法协调两侧的结构体。
最大层间位移角
最大层间位移角
层间位移角，按弹性方法计算的楼层层间最大位移与层高之比。
所有高层建筑结构最大层间位移角均满足规范限值的要求。
随着结构周期的增大，大部分结构在小震作用下的最大层间位移角增大，结构高度超过250m的高层建筑的最大层间位移角接近规范限值1/500。
在风荷载较大区域，结构周期在4s～6s之间的高层建筑，小震作用下的最大层间位移角不起控制作用，而是由50年风荷载作用下的最大层间位移角控制，这也是超高层建筑结构的特点。
层间位移角太大说明该层过柔，需要增加该层的侧向刚度，当然增加刚度的方法有很多，比如增加结构构件的截面积，增加混凝土的标号，提高钢筋的等级，调整平面结构布局等方法都能增加侧向刚度，从而达到减少层间位移角的目的。
楼层层间最大位移与层高之比。
设层间位移为Δ，层高为h，则层间位移角为Δ/h。
在结构某一高度H处作用一个水平力F，高度H处结构产生水平位移D和转动θ。
由于高度H以上的楼层不受水平荷载，且不考虑重力二阶效应，则高度H以上楼层以高度H处的楼层为基准，发生整体平动和转动，整体转动角度为θ，整体转动导致上部楼层产生层间
位移Δ，且有θ=Δ/h。
根据规范规定，如果Δ/h超过了规定限值[Δ/h]，可得出结论，高度h以上的楼层在没有受力的情况下“超限”了。
弹性层间位移角限值：
钢筋混凝土框架1/550
钢筋混凝土框架—抗震墙、板柱—抗震墙、框架—核心筒1/800
钢筋混凝土抗震墙、筒中筒1/1000
钢筋混凝土框支层1/1000。
超限高层建筑工程抗震设计位移角限值
抗震设防类别
多遇地震
抗震性能水平 设防烈度地震
罕遇地震
甲类 乙类
完全运行 完全运行
完全运行 运行
基本运行 生命安全
高度超过B级或高度属于B级但特 别不规则
丙 类 高度属于B级或高度属于A级但特
别不规则
完全运行 完全运行
运行 基本运行
生命安全 生命安全
其它
完全运行
可修复
生命安全
4.4 实施结构抗震性能设计的方法 4.4.1 抗震性能水准为运行的具体要求如下：
大
钢筋混凝土框支层
于 钢框架－钢筋混凝土筒体、型
1/550 1/1000 1/800 1/1000
1/250 1/500 1/400 1/500
1/200 1/400 1/300 1/400
1/100 1/250 1/200 1/250
1/50 1/120 1/100 1/120
150 钢混凝土框架－钢筋混凝土
生命安全(防止倒 塌)
短期无法恢复，人员安全 结构严重破坏但竖向承重系统幸免倒塌，功能严重受损，人员安全
4.2.2 超限高层建筑各级抗震性能水准对应的楼层内的最大层间位移角限值宜
符合下列要求：
1 高度不大于 150 米和高度不小于 250 米的超限高层建筑，最大层间位移角
限值宜符合表 4.2.2 的规定；
2 高度在 150～250 米之间的超限高层建筑，最大层间位移角限值宜根据高
度按第 1 款的限值线性插入取用。
表4.2.2 超限高层建筑的层间位移角限值
抗震性能水准
结构类型
完全运行 运行 基本运行 可修复 生命安
全
钢筋混凝土框架
高 钢筋混凝土剪力墙、筒中筒
超限审查报告
XX大厦结构初步设计抗震设防专项审查报告XXXX建筑设计院二OO 年月目录一、工程概述二、设计依据1、设计规范、标准及规程2、建设单位提供的资料3、建筑结构可靠度设计标准三、设计荷载1、重力荷载1.1 静荷载1.2 活荷载2、风荷载3、地震作用四、结构材料1、混凝土2、钢筋3、钢材和焊条4、隔墙和维护墙五、基础设计1、工程地质概况2、基础设计3、底板设计六、结构体系设计和超限情况说明1、结构体系布置2、超限情况的认定七、针对超限情况的抗震措施1、计算分析方法2、抗震构造措施八、结构分析的主要结果汇总及比较1、计算软件2、主要计算参数2.1抗震设计2.2抗风设计3、主要计算结果4、计算结果分析九、结构抗震性能的综合评价十、附件附件1：主要建筑和结构图纸附件2：计算书（一册）“XX大厦”结构初步设计抗震设防专项审查报告一、工程概述"XX大厦"是一座甲级写字楼，地上34层，地下3层。
工程总用地面积为4500平方米，总建筑面积48800.00平方米，其中地上建筑面积38800.00平方米，地下建筑面积10000.00平方米。
地上主要为办公建筑，底层层高12.00m，避难层及顶层层高7.80m，其余标准层层高均为3.9m，主体结构总高度约135m，并于顶层设置直升飞机停机坪。
地下室1~3层为车库并分别设置设备用房，底板相对标高约为-15.10m，其中地下第3层为按六级人防设计，平战结合的防空地下室。
本工程建筑高宽比5.3, 长宽比1.9。
建筑抗震设防类别为丙类，建筑结构安全等级为二级，所在地区的抗震设防烈度为7度，设计基本地震加速度0.15g，设计地震分组：第一组；场地类别：二类；特征周期Tg=0.35sec,建筑类别调整后用于结构抗震验算的烈度7度；按建筑类别及场地调整后用于确定抗震等级的烈度7度；建筑结构的阻尼比取5%；框架抗震等级一级，剪力墙抗震等级一级（八层以下框架、剪力墙抗震构造措施按特一级）。
x向层间位移角超限 钢结构
x向层间位移角超限钢结构
当钢结构发生X向层间位移角超限时，这意味着建筑的结构发生了异常的倾斜或倒塌风险。
X向层间位移角指的是建筑结构平面内沿着X轴方向上两层之间的
水平位移角度。
当该角度超过了设计限值时，结构的安全性会受到影响，需要采取相应的措施来处理这一问题。
首先，为了解决X向层间位移角超限的问题，可以采取以下措施。
1. 结构加固与修复：通过加固建筑结构，包括增加截面尺寸、加固节点连接等，以提高其承载能力。
此外，可能需要对已经出现损坏的结构部分进行修复。
2. 增加剪力墙或支撑系统：通过增加剪力墙或支撑系统，可以提供更多的支撑
和稳定性，从而减少结构的倾斜风险。
这些加固措施可以有效地控制X向层间位移。
3. 加强结构监测与维护：建立有效的结构监测系统，定期对结构进行检查和评估，及时发现和解决潜在的问题。
同时，加强结构的维护工作，确保结构的稳定性和安全性。
4. 完善设计与施工流程：在设计和施工阶段，应当遵循相应的规范和代码要求，确保结构的合理性和稳定性。
加强施工质量控制，减少施工中可能引起结构位移的因素。
在处理X向层间位移角超限的问题时，需要综合考虑结构的强度、稳定性和耐久性等因素。
同时，还需根据具体的问题情况制定相应的解决方案。
最重要的是，要保证结构的安全性和可持续性，确保建筑物能够满足使用要求，并为居民提供一个安全舒适的环境。
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超限报告中的几点问题04——层间位移角超限
关于结构层间位移角限值的问题，颇受争议。
前段时间，吴伟河在iStructure图文并茂地讲述了“层间位移角超限怎么办？”这个问题，个人认为，讲得非常好。
在阅读过程中，笔者自己曾经陆陆续续读过的相关资料，也一并在脑海中浮现。
索性，把不同的观点都罗列出来，各种缘由，便一目了然。
1、《抗规》5.5.1条及条文说明
“计算楼层内最大的弹性层间位移时，除以弯曲变形为主的高层建筑外，可不扣除结构整体弯曲变形”；“计算时，一般不扣除由于结构重力P-△效应所产生的水平相对位移，高度超过150m或H/B＞6的高层建筑，可以扣除结构整体弯曲所产生的楼层水平绝对位移值，因为以弯曲变形为主的高层建筑结构，这部分位移在计算的层间位移中占有相当的比例，加以扣除比较合理。
如未扣除，位移角限值可有所放宽。
”
2、魏链总相关文献
《论高层建筑结构层间位移角限值的控制》
“在高层建筑中，发生最大层间位移的楼层一般位于结构的中部、偏上或偏下，恰恰那里的竖向构件两端转角较大，造成无论是柱或剪力墙，它们的非受力层间位移均很大，而受力层间位移则很小，因此用总的层间位移作为控制高层建筑竖向杆件的受力层间位移的措施是值得商榷的，那种认为层间位移角最大的楼层是受力最危险的楼层，在概念上是不正确的。
”
框剪结构层间位移角曲线与受力层间位移角曲线
框筒结构层间位移角曲线与受力层间位移角曲线
“结构竖向杆件，无论是柱或剪力墙，其受力层间位移往往都是底部最大，沿高往上变化总体趋势是在减小，因此控制结构的受力层间位移应着眼于控制结构的底部而不是结构的中上部。
”
魏总对不同结构类型受力层间位移角限值的建议如下。
《地王大厦结构设计若干问题》
“在地王大厦结构设计中，日本新日铁公司开始也是以层位移差计算结果作为层间位移，结果在第57层出现层间位移角达1/274的情况，远超我国规范的规定。
”
“地王大厦横风在风荷载作用下，第57层的层位移角虽达到1/274，但是，筒体剪力墙的受力层间位移角只有1/28195，原因是层底转角引起了层顶很大的刚体位移，由此可以肯定剪力墙不但承载力足够，而且一定不会出现受力裂缝。
至于层间变形对于装修构件的影响，另有专门措施考虑解决。
”
《XX项目超限报告》
“风载作用下最大层间位移角的限值需考虑以下因素：
1）计算层间位移角时考虑结构重力P-△效应；
2）计算层间位移角时考虑地下室构件的影响；
3）采用结构刚度折减系数时，限值规定宜增大，反之宜减小；4）保证填充墙、隔墙和幕墙等非结构构件的完好。
《建筑幕墙》（GBT21086-2007）规范规定，建筑幕墙平面内变形性能以建筑幕墙层间位移角为性能指标。
抗风设计时指标值应不小于主体结构弹性位移角限值，一般约1/200~1/300;
填充墙正常使用状态允许的层间位移角可大于1/400；
基于以上两条，风荷载作用下层间位移角的限值不需按不同结构类型区分；
5）高层建筑的层间位移角越大，结构的顶点加速度越大，对结构的舒适度不利；
6）考虑到层间位移角计算中有些因素难以定量考虑，确定最大层间位移角限值时应适当留有余地。
以上分析和研究表明，现行弹性变形计算方法未考虑刚度折减的因素，使计算结果偏小；也未能考虑非结构构件对结构刚度的影响，使计算结果偏大，二者都难以准确定量计算，再考虑到风荷载存在一定的非确定性。
综合考虑以上因素，当不考虑刚度折减系数时，各类高层建筑风荷载作用下的最大层间位移角限值取1/350~1/400是基本合理的。
”
3、方小丹总相关观点
1）我国规范认为小震作用属正常使用极限状态，结构应保持“弹性”，故以钢筋混凝土构件（包括柱、剪力墙）开裂时的层间位移角作为多遇地震作用下结构的弹性位移角限值。
2）规范要求对计算周期乘以小于1的系数来加以修正，框架结构的周期折减系数为0.6-0.7，框-剪结构为0.7-0.8，剪力墙结构为0.9-1。
然而，结构分析得到的位移却没有相应修正。
3）钢与混凝土的弹性模量相差约5~10倍，对钢筋混凝土受弯或大偏压（拉）构件而言，混凝土开裂时钢筋的应力还很小。
即使是竖向荷载长期作用的受弯构件，如一般的钢筋混凝土梁，正常使用状态下也是带裂缝工作的，但这并不妨碍我们用弹性方法计算结构的内力。
4）钢筋混凝土柱和剪力墙正常使用阶段主要内力是竖向荷载引起的压力。
在风荷载和可能发生的地震作用下，只要钢筋不屈服，仍处于弹性阶段，即使混凝土开裂，也不会影响结构的安全性。
并且，在短时间作用的横向力卸载后，可能出现的裂缝也会闭合，这比竖向荷载长期存在的受弯钢筋混凝土梁更容易满足耐久性要求。
5）对于结构中不同位置的剪力墙，在水平荷载作用下，相同层间位移角，各剪力墙的受力却可能差异较大。
结构中和轴附近的剪力墙可能小偏心受压，没有裂缝；远离中和轴的剪力墙可能大偏心受压，即截面中有受拉区，混凝土可能开裂。
以控制结构层间位移角的方法保证剪力墙、柱混凝土不开裂实际上并没有根据。
6）重现期50、100年的风荷载和地震荷载属短期荷载，需进行构件
承载力极限状态验算，一般无需限制墙、柱的混凝土是否开裂。
有特别要求的，可由构件截面设计加以解决。
7）考虑到设计上的方便，可采用《混凝土高规》的做法，不扣除结构整体弯曲的影响，但大幅度放宽层间位移角限值。
重现期50年风荷载作用下只需控制结构的顶点位移，一般1/500~1/400;小震作用下层间位移角1/350~1/300。
之所以不是钢结构的1/250，是考虑对混凝土结构刚度的折减。
4、广东省东莞会议纪要
“框架结构不宜大于1/400；高150米及以下的框架-剪力墙、框架-核心筒结构不宜大于1/500，剪力墙结构不宜大于1/600；高250米及以上结构不宜大于1/400；高150米～250米之间可内插确定；钢结构不宜大于1/250；小震作用下楼层的层间位移角可按上述限值控制，但应进行中、大震抗震性能设计，大震作用下弹塑性层间位移角限值按现行规范规定执行。
”
5、深圳超限预审专家观点
以下是我们参与的一个项目，超限预审会时，五位超限专家给出的意见。
探明真相之后，“层间位移角限值”便不是一个技术问题，有时反而是一个“政治”问题。
如果我们做了足够的论证，证明“位移角超越规范限值”并不会产生大的不利影响，专家依然“恪守规范”，要求我们增加结构刚度的话，我们该怎么办？。