SATWE软件计算剪力墙结构中不同长厚比墙肢的设计

刘惠振陈介厚张宇红

（香港何显毅建筑工程师楼（中国）有限公司深圳518001）

[提要]短肢剪力墙中长厚比小于等于5的墙肢设计是高层住宅设计中经常遇到的问题.从墙体受力特征、SATWE软件的计算结果的角度，阐述了软件中墙肢受压区端部钢筋合力点到受压区边缘的距离ar的取值应该因墙肢长厚比的不同而不同，以及用软件中的相关工具箱进行补充计算的可行性，分析了计算程序中墙体 竖向分布钢筋配筋率对墙端范围内钢筋面积的影响.最后给出了参数的建议取值.

[关键词]短肢剪力墙参数a配筋率长厚比

Chen Jielou Zhang Yuhong( Hb & Partners Architects & Engineers (China) Ltd. Shenzhen 518001 China)

widely used. Based on the bearing chracters and calculation reslts of SATWE sofware the viewpoint tha the factor aα Abstract : In the biglrrise shearwall structure the short branch wall that the ratio of length to thickness is less than 5 isshould be wrified with the dfferen ratios of length to thickness of walls and the feasibility of omplement calculation usingthe end of the wall branch is discussed. The value of factor ar is suggested. relative oolbox in the sfiware is aalyzed. The effect of reinforcement ratio of vertical disribution bars on the anumt of bar in

Key words :short branch shearwall facor ae ;reinforcement ratio ;ration of length to thickness; SATWE software

1问题的提出

2.2墙长与墙厚之比等于3

在实际工程中，为了使某一方向的墙肢受力合理，(JG3一2002）的指导下，全国各地兴建了许多短肢剪力应使之在平面外有翼缘.按照高规的要求，结合建筑度等于3倍墙厚的墙而言，此种算法会导致墙肢一端阴影区钢筋面积出现异常.如位于7度抗震设防区的某剪力墙结构住宅，地下1层，地上18层，建筑高度为57.2m，剪力墙抗震等级为三级，建筑平面沿数字轴线方向完全对称.

近年来，在《高层建筑混凝土结构技术规程》宅.但是，短肢墙特别是长度小于等于5倍墙厚的墙配筋方式以柱的配筋公式进行计算.但这种长度的墙肢的抗震性能从受力特性到构件的安全储备有别于长是规范要求的按墙公式与柱公式计算的临界点.按理度大于8倍墙厚的普通剪力墙的性能.因此，设计中说，ar应取为40mm.但在设计中发现，SATWE程序对至关重要的是把握二阶段三水准”的设计原则.针对ac值有时取为40mm.有时取为1倍墙厚，对于墙肢长个性工程、个性问题，采取符合概念的设计手法.

2不同墙长与墙厚比的设计处理

2.1墙长与墙厚之比小于3

按照规范的要求，在SATWE程序中，这种墙采 用对称配筋，敢受压区端部钢筋合力点到受压区边缘的距离ae=40mm，按柱公式进行计算.此时， 墙肢端部往往容易出现计算配筋，设计人员可以将纵筋的计算结果A值分别配于墙肢两端部，两端 部中间配置构造纵筋（图

如图2所示，建筑北侧划圈处窗间墙尺寸均为200600×3000.在层18处，该墙肢阴影区钢筋面积分别为：左侧28cn²，右侧7cm²（见图2），二者竞是四倍关系.针对这种配筋异常情况，查询了两墙肢的设计内 力，没有发现大的差别，而后又进一步查询了墙肢配筋计算文件，发现左侧墙肢aar值程序取为200mm，即1倍墙厚作为端部受压区，钢筋合力点到受压区边缘的距离，而右侧墙肢aa值程序取为40mm.也就是说，左 侧墙肢是按墙的公式计算的，右侧墙肢是按柱公式计

图1长厚比小于3的墙肤配筋大样

1）.链筋可根据该墙肢的轴压比，参考提高一级抗震算的.这显然与按柱处理的规范要求不符.等级的框架柱的要求确定入、及计算值A进行配置.

针对这一情况，采取了如下措施：在PMCAD中，将

图2结构层18墙胰配筋

200×600长度的墙肢尺寸改为200×590.即墙长与墙厚之比小于3.经过电算分析，发现两端墙肢内力与200×600墙肢相比基本没有变化，墙肢一端阴影区钢理，满足规范要求. 筋面积均为8cm²，aa值均取为40mm，整个计算协调合

综上所述，对于规范所要求的界限，如何在程序中准确实现，设计中应持慎重态度，必要时应查询构件的使计算合理、设计可靠. 内力及配筋计算文件，进行分析处理.只有这样，才能

2.3墙肢长厚比大于3小于等于5

实际工程中形成了大量墙长与墙厚之比大于3而倍墙厚的短肢墙抗震能力更弱，如何正确理解电算程 又小于等于5的墙肢.由于这种墙肢较长度为5-8序的结果，根据规范的要求去进行设计，是摆在设计人员面前的客观问题.

取其最小构造配筋面积与计算配筋面积的较大者，而 在SATWE程序中.阴影区主筋的实际配筋面积是剪力墙的计算配筋都是针对一个个直线墙段进行的.按照规范的要求，当墙肢位于一、二级抗震设计的非加强区部位.三、四级抗震设计及非抗震设计的情况下， 均应在墙肢端部设置构造边缘构造，而一字型墙的构造边缘构件长度为≥h及400mm两者中的大者.对于一般剪力墙结构的住宅，当层数≤30时，墙厚基本都应为200-300mm.因此，构造边缘构件的阴影区长度应为400mm.如果在阴影区内均匀布筋，应该取ar =200mm进行端部受压区钢筋的计算.但对于aa的取值，在SATWE程序中取为一个墙厚，当墙厚>200mm时，虽然程序取值与按规范理解的取值相差仅几cm.但对于长度为3-5倍墙厚的墙肢，其端部阴影区钢筋 面积也会有相当大的差别，有时会使边缘构件的配筋从计算值回归到构造值.

从墙肢的受力特性分析，这种墙肢规范虽然定义为短肢墙，但从力学特性上说，其具有柱的特性.如果 把aa取为40-100mm，A.则会大幅度减小，甚至是构造配筋.如某7度抗震设防区的剪力墙结构住宅，地下1层，地上25层，建筑高度为70m，剪力墙抗震等级

例，该墙肢是由地震组合下的内力控制墙肢阴影区纵 为三级.选取层7的角部240×800×2800的墙肢为筋面积的.在纵筋配筋率P=0.25%和ac取值不同的情况下，其内力及按墙、柱计算的墙肢配筋值见表1.

不同aa取值时的墙肢按墙、柱公式计算表1

a值(n) 240 200 100 40 40 40计算程序及 SATWE计算 技口补充按G补充接补班按边柱技角柱期影区 方法 354 计算 384 计算 384 计算 384 计算计算 1344 1 728A（²）)期 线脑面机 2 137 1 453 546 355 477.1 477. 1

注：计算条件为内力：M=-297Nm，N=-542xN，抗震等级3级，C30混凝土.钢筋：HRB335.

如果按表1列①的结果配置构造边缘构件的钢 筋，必将导致构造边缘构.件的纵筋直径很大，配筋率很高.表1列②虽然按剪力墙的公式进行了正确 计算，却又没有充分重视这种墙肢的力学特性.通过对表1结果的综合分析认为，对这种墙肢从理论

图3境肢实际配筋

上既要承认其有剪力墙的力学特性，又要充分重视墙肢过短时所体现出的柱的受力特性.所以，应按图3所示的方法配置构造边缘构件，此时，纵筋配筋率P= 1. 05 %.

2.4改变纵向分布筋对边缘构件纵筋面积的影响

讨论分布筋配筋率对长厚比在3-5之间的墙胶的边缘构件纵筋面积的影响.

肢，其长度与厚度之比为3.33.程序中aa取为 如表2所示的某实际工程中的一个240×800的墙240mm，随着P的增大，单侧阴影区计算配筋面积A由21.37cm²增长到25.78cm².依据规范，从原理上对其进行了初步分析.

以矩形截面墙体、地震作用组合时公式为例：

YReN≤A'f -AO-N N (1)YREN(eo h -h/2)≤A f (ho -d) -M M

当x≤Eh时：

x显

(2)

(3)

(4)

(5)

时，a=200mm. 于5而≤8时，取aa=200mm：当墙长与墙厚之比>8

竖向配筋率变化的某墙肢边缘构件计算结果表2

ae p 截面相对受压 单侧计算配筋/序号 (mmm) (%) 区高度 构造配筋（m）③ 240 240 0.25 0.50 80 0. 308 2 137/384 2 284/384③ 240 240 1.00 0.75 0.333 0.353 2 431/384 2 578/384100 100 0.25 0.50 0 222 0. 246 546/384 388/384100 001 0.75 1.00 990 80 8/1Z 73/384

（2）在目录程序的条件下，建议当墙的长厚比大于3而小于等于5时，应按柱的计算公式进行复核，取其荷载不利组合且符合概念的情况.

（3）按以上方法处理后，会使剪力墙翼墙、转角墙处的交叉点计算配筋量有所降低，更趋于合理.

（4）对约束边缘构件，建议采用相同的思路去处理aa取值.

注：1）墙胶截面尺寸为240×800×2800:2）境技混凝土强度等级为C30，钢筋为 HRB335.抗震等级为三级：3）内力均为M=-297Km N = - 542kN.大偏压 F =0.55.

综上所述，在剪力墙结构中，文中所述墙肢从概念理解、程序计算分析到施工图设计都有值得斟酌的地方，不应机械地理解规范、教条地使用电算结果.

(6)

步考文献

(7)

[1]高层建筑混凝土结构技术规程（1G3-2002）[S]北京：中国建筑[2]建筑抗震设计规范（（CB50011-2001）[S].北京：中国建筑工业出 工业出版社.2002.[3]中国建筑科学研究院PKM系列S3.SATWE用户手册及技术条 版社2001.件[4]高层建筑混凝土结构技术规程（G3-2002）宣贯教材[5]包世华，新编高层建筑结构[M]北京：中国水利水电出版社， 2001.[6]混凝土结构设计规范（GB50010-2002）[S].北京：中国建筑工业 出版社2002.17]中国建筑科学研究院PKPM程序：2003年七月网络版[]陈货林，李云责，魏文部，多层及高层结构CAD软件高级应用 [M].北京：中国建筑工业出版社，2004.

(8）

可以看出，当墙肢为小偏心受压时，剪力墙墙体竖向分布钢筋位于墙体受压区，不考虑其参与墙体工作.体竖向分布钢筋参与工作.但是，当墙胶过短时（h 当墙肢为大偏心受压时，位于墙体受拉区的剪力墙墙-1.5x)范围内扣除墙体受拉区的边缘构件长度后已无位置去配墙体竖向分布钢筋，此时，墙体竖向分布钢用.另外.对于大偏心受压情况，受压区高度x22ad. 筋配筋率的变化对墙肢边缘构件计算配筋应不起作在算例中 aα = 240mm 则x= 480mm=480/（800 -240)=0.857>.=0.55，结果与电算结论不符.再看公式=x/be =（NAsfm） ha/(afcbho 1.5Af），当A不起作用时.E=x/h=N/afbh，与p不发生关系.在表2中在①-④ 时由0.278变到0.353，在-③时由0.222变到0.283，与公式推导又有矛盾之处.

第七届中日建筑结构技术交流会通知

部有关领导的关心支持下，迄今双方已有约1700人次专家学者参加 遵赠交流、友谊、发展”的宗旨，自1993年至今十余年，在建设了分别在北京、重庆、上海、深圳、大连、西安、杭州及东京召开的八次 交流活动.这些交流活动为中日专家学者提供了切碰技艺、相互了解、加强友谊的桥梁，对提高两国建筑结构技术水平起了积极的促进 作用.经中日双方商定，第七届中日建筑结构技术交流大会定于2006年10月24日至27日在中国重庆市重庆大学举行，本届交流高层、大跨空间与基础工程设计的新体系、新技术、新材料的应用及 会的主要内容为：1.结构与建筑、安全、经济、环境保护的关系：2.超震与震后的诊断、加固和改建工程：4.钢、混减土及各种组合结构构 其施工技术：3.新建及已有建筑物的抗震、防震、减震设计.以及防件的研究应用：5.音国音地区新规范的实施结果分析及改进趋势：6高层、大跨与其它特殊结构等设计及其施工的实例介绍分析：7.世 界重大结构破坏事故分析以及防止突发事故引起连续倒場的设计方针：8.结构工程师的资质与教育.

经过初步分析，在SATWE程序中改变剪力墙的纵向分布筋配筋率后，对墙长与墙厚之比大于3、小于等 于5的墙肢的边缘构件纵筋面积的影响与理论分析对比有不好解释之处.因此，建议相关部门和同仁对这种情况作进一步分析.如aa取为240mm是否合适P的变化应于A中反映出什么样的规律才可接受.

3结论

在不同墙长与墙厚比的情况下，构造边缘构件ar值的程序处理建议及设计建议如下.

交流会将安排大约2/3的时间发表学术报告.1/3的时间专题讨论.中日专家将就预定专题有准备地展开讨论，使双方对相互的学术研究、技术发展有深入的了解，直接沟通双方期待解决的技术难点 及问题.

（1）综合分析以上所述情况，建议在程序中将ar墙厚之比大于3而s5时，aα=40-100mmm（建议取为 值取为：墙长与墙厚之比≤3时，a=40mm：当墙长与100mml，此时改变墙身配筋率所反映的A，值的变化规律在大偏压情况下符合概念：当墙长与墙厚之比大

系（电话：021-09687，电传：021- 58501876mll:chjc vip 中方参会及应征论文者可与中日建筑结构技术交流会秘书处联sina.，联系人：许秀珍、张瑜敏、丁红）.

SATWE程序中不同楼板模型对比和设计建议

火宏冯立平

张敬书周丽武生智

（兰州大学土木工程与力学学院730000）（甘肃建设工程咨询设计有限责任公司兰州730000）

[提要]对一规则平面高层结构采用SATWE程序中不同楼板假定模型进行了结构分析.结果表明，采用刚性 楼板假定时，现浇楼板对梁刚度的增大不宜估计过高.楼板平面有限元分析表明，在楼板配筋时，框架梁处板顶负筋宜适当加大.普通楼面梁处板顶负筋宜适当减小.

[关键词]刚性楼板弹性楼板SATWE

Computing Comparisom and Design Suggestions Using Daferent Hoor Assumptions in SATWE Program/ZhsangJingshu’ Zhou Li' Wu Shengzhi’ Huo Hbng Feng Liping² (1 College of Cvil Enginering and Mechanics Lazou University Lanzhou 730000 China ; 2 Gnsu Architecture Design & Gonsultation Co. Lid. Larzhou 730000 China)

Abstract :A regular plane tall bilding with regular plane is alyed according to the rigid and elastic foor auptions usingSATWE sofiware. The results show tht when the rigid flor assumption is adbpted he contribution of the foor to the beam isnot uitable to be oevalued. Acrding to the plane finite elment aalysis the top rs of the slab n frame beams shoul be increased and those on mon beams should be decreased.

Key words :rnigid floor assumption : elastic floor assumption ; SATWE

引言

随着计算技术的发展，可以采用更加符合实际情况的楼板计算模型.在SATWE软件可供选择的楼板 计算类型中，弹性楼板6采用壳单元可比较真实地计算楼板的面内和面外刚度，最符合楼板的实际情况.但由于采用该假定时，部分竖向荷载直接传递给竖向构件，导致梁弯矩偏小，影响梁配筋的安全储备，因此程序仅推荐用于板柱或板柱-抗震墙结构.而刚性楼 板假定中，由于梁刚度增大系数的不同，计算结果也不同.规程条文说明建议中间梁刚度增大2.0.边梁刚度增大1.5.但由于该系数直接影响梁的配筋，因此在实际工程中，其取值也并不一致.下面对一个高层结 构采用不同的楼板计算模型进行了整体分析，并对楼板进行了平面有限元计算，其结论可供设计参考.

图1平面简图

0.40.框架梁断面均为400×800，普通楼面梁为300× 600，板厚为120mm.

1计算模型

平面为32m×72m的规则矩形（图1）.长宽比为2.25. 某18层钢筋混凝土框架-剪力墙结构高层建筑，柱距均为8m.层高3.6m.总高64.8m.

为对比不同楼板计算模型对结构计算结果的影响.分别采用全楼刚性楼板假定（梁刚度增大系数B分别取2.0，1.8，1.6，1.0）、全楼弹性楼板假定（弹性楼板6.弹性楼板3，弹性膜）计算.

采用SATWE程序进行结构计算.计算振型数为0.20g，场地类别为Ⅱ类，设计地震分组为第二组，框架 15个，抗震设防烈度为8度，设计基本地震加速度值为和剪力墙抗震等级均为一级.周期折减系数为0.75、考虑偶然偏心和双向地震扭转效应.在刚性楼板假定中，中梁刚度增大系数为2.00.梁端弯矩调幅系数为 0.85连梁刚度折减系数为0.55，梁扭矩折减系数为

2计算结果

2.1周期和位移

结构前三振型周期、结构扭转为主的第一自振周

（1）在刚性楼板假定中，由于地震剪力与结构刚度有关，因此B对地震剪力有较大影响，当B由1.0增11.8%，9.4%.但B在1.6-2.0的范围内时，对地震 大到2.0时，地震剪力和剪重比在两方向分别相差剪力和剪重比的影响并不明显.

楼板计算 模型 第一振型第二额型第三振型 周期（s 五 最大层阁位移角 向1-691 1 89 1.4477 0.856 8/1 1/869性8=1.81.7205 模8、=1.9 1.753 6 1-711 9 1. 750 4 1.464 2 1. 482 3 0.851 0. 845 1/825 1/806 1/852 1/835板8=1.0 2.135 8 1.903 3 1. 890 9 1. 884 8 1. 767 8 1. 549 6 0.828 0. 814 1 744 1/740 /3 1/671弹性楼板6 弹性楼板3 1. 874 7 1. 868 1 1. 5374 0. 820 1/751 1/780弹性膜2.1618 1. 920 3 1. 786 9 0.817 1/733 1663

（2）采用刚性楼板假定时、随着B的加大，刚重比加大.就轴压比而言.随B的加大，边柱轴压比增大，中柱的轴压比减小，但总的来看，B对轴压比的影响 相对较小.

期T与平动为主的第一自振周期T之比（即周期比）最大层间位移角见表1.从表1的计算结果可以得出以下结论：

（3）弹性楼板6长方向的地震剪力、剪重比、刚重比和轴压比与B为1.0左右时的刚性楼板假定相当，但短向楼板实际刚度较小，与刚性楼板假定的计算结果有较大差异.

（1）采用刚性楼板假定时，梁刚度增大系数B对结构刚度有较大影响，当B从1.0增大到2.0时，结构刚度有较大的提高，其第一振型平动周期相差12.5%周期比相差5.2%，位移相差13.9%，12.4%，尤其是当B为1.0时，位移角已经大于1/800，不符合 规程要求.但梁刚度增大系数在规程推荐的1.3-2.0的范国内（即表中中梁刚度增大系数B=1.6-2.0.相应边梁刚度增大系数为1.3-1.5）时，其第一振型平动周期相差3.7%，周期比相差1.3%，位移相差3.3%，4.1%，其影响并不明显.

楼板计算地震剪力（N)最小剪重比（%刚重比独压比 主要结构计算指标 表2横型合自白商，肉自中柱边样性8=1.28 357.82 12.3 49 4.71 8.568.100.710.62 4.65 8.22 7.840.72 0.628=102 s52260.20 硬8; =1.627 801. 58 27 680.47 427 4.6) 24.316665009 4.58 7.85 7.540.72 0.61弹性楼板 625 950.63|23 98.31 4.29 3.90 6.71 5.12 0. 73 0.60弹性膜25 96 2823 39.64 233.876.904.990.730.60 弹性楼板 326 165. 8026 254.41 4.33 4.34 6.83 6.65 0.73 0.59

注：中柱为图1中的K，边桂为图1中的KZ2.

（2）采用刚性楼板假定时，随着B的加大，周期比加大，即结构抗扭刚度减小4.这就是说，梁刚度加大可以使结构的侧向刚度加大，但并不能等比例提高结构的抗扭刚度.要有效地提高结构抗扭刚度，应调 整竖向构件的布置或提高竖向构件的刚度.

2.3框架梁配筋

表3为层1框架梁（x方向框架梁为图：中NL.X.y方向框架梁为图1中KLY配筋的计算结果.从表中 可以看出：

（3）在弹性楼板假定中，弹性楼板3假定的刚度较大，而弹性膜假定的刚度较小，弹性楼板6的刚度介于板3假定计算的周期还小于刚性楼板（B=1.0）假定 两者之间，实际计算结果与此完全相符.甚至弹性楼的计算值.

（1）在刚性楼板假定中、随B、的增大，结构刚度增大，从而导致结构承受的地震作用增大，因此配筋相应加大，算例也证明了这一点.但计算也表明，B对配筋影响程度并不一致，其对跨中下部纵筋影响最小，箍 筋次之.对支座上部纵筋影响最大.但当B在1.6-2.0的范围内时.对框架梁配筋影响并不明显.

（4）从结构整体刚度的角度分析.弹性楼板6假定的计算结果相对准确.其计算结果接近于B等于1.0时刚性楼板假定的计算结果，超出了1.6-2.0的 范围，小于规程条文说明中推荐的B为2.0时的结构刚度.而且，弹性楼板6的计算位移角均已经大于1/800，不符合规程要求.尤其是在楼板短向，其位响显著.因此就算例而言，目前采用的B有可能高估 移角由刚性楼板的1/869变到1/670，增大了22.9%影了结构的整体刚度.

（2）根据程序说明），弹性楼板6假定时，有一部分板的荷载直接通过面外刚度传给竖向构件，因此导 致梁配筋偏小但该例中弹性楼板6假定的计算配筋与弹性膜假定及刚性楼板假定时的B为1.6时的计算结果接近，这说明采用弹性楼板6假定时对框架梁配筋的影响并不明显.

2.4楼板配筋

传统的楼板配筋采用PMCAD进行计算，梁均作为板的刚性支承边，不考虑梁刚度对板的影响，板按照弹性薄板小挠度理论的假定进行计算.其他楼板配筋采 用复杂楼板有限元分析与设计软件SLABCAD进行

2.2地震设计参数

轴压比见表2.从表中可以看出： 结构底层的地震剪力、楼层最小剪重比、刚重比及

层1框架梁配筋（cm²） 表3

楼板计算模型 方向框聚烫配施 加密区 方向框架梁配筋 加密区支座 纵筋 跨中 纵筋 瓣筋 纵筋 支座 跨中 级筋 摊筋性 B=2.0 B=1.8 37 39 22 22 1.2 1.0 29 30 14 15 0.8 0.8模 B=1.6 36 30 22 22 1.0 0.9 27 23 13 13 0.8 0.8弹性楼板6 34 21 1.0 26 13 1.0弹性楼板3 弹性膜 29 35 21 22 0.9 1.1 22 26 13 13 1.0 0.8

计算，楼板计算模型为壳元，考虑竖向荷载和水平荷载.并且考虑结构的整体作用与约束（即采用SATWE分析的内力和位移接力计算）.表4为层1图1中B1板的配筋计算结果.由表可见：

（1）就普通规则楼板而言，不同的楼板假定，采用有限元方法计算的楼板配筋也不同，但数值相差很小，工程中可不考虑.

相比，纵筋差异较大，尤其是短向（即板顶x向）支座纵 （2）采用有限元分析的楼板配筋和传统楼板算法筋相差近1倍.这是因为在楼板有限元分析时，短向板跨刚度较大，而其支承梁的刚度对板刚度的影响也较大所致.图2给出了图1中的B2板在刚性楼板假 定（B=2.0）时的计算结果，从图中可以看出，该板由梁划分为4块，其相邻支承边分别为框架梁和普通的楼面梁.尽管都是支承梁，但由于普通楼面梁刚度较小，框架梁刚度较大，因此采用有限元方法计算的框架 梁处负筋较大，而楼面梁处负筋较小，且差异较大.

图2板有限元计算配筋（cm）

的梁刚度增大系数按刚性楼板假定进行分析.

（2）即使是平面比较规则的矩形结构，考虑楼板面内变形，短方向的刚度和长向的相比，也有较大差异. 而刚性楼板假定无法考虑，宜参考弹性楼板假定的计算结果.而且不同的楼板模型，对楼板刚度的假定不同，计算结果有一定差异，设计时应根据实际情况选择合适的楼板模型进行结构计算，并对结果进行分析，判 断其合理有效后才能用于工程设计.

表4楼板配筋（cm²/m） 板顶纵筋 板底规赔模板计算模型 12.06 向 向 向 向网性 B =1.8 B =2.0 11.97 6 82 6.92 4.62 4.71 3.19 3.17楼板 B=1.6 B=1.0 11.97 11. 97 6.89 6.90 4.71 4.71 3.19 3. 19弹性楼板6 弹性模板3 12.07 6 65 4.65 4.63 2.94弹性膜 12. 03 12. 07 6.68 6.67 4.65 2.93 2.94PMCAD嘉法 6.74 4.52 3.98 3.68

（3）楼板平面有限元分析的结果表明，由于楼面梁刚度的不同，板顶负筋在框架梁处较大，而在普通楼面梁处较小，同传统的计算结果存在较大差异.因此在 楼板配筋中，如采用传统方法计算，可适当减少普通楼面梁处板顶负筋，适当加大框架梁处板顶负筋.

注：板底纵筋为BI板跨中最大配筋，板顶级筋为右侧框架梁处（即板顶：向）及上侧框架梁处（即板顶向）配筋.

（4）除位移比采用刚性楼板假定外，周期比、层的弹性楼板的计算结果. 间位移角、剪重比、刚重比等参数可采用考虑楼板变形

3 结语

的楼面梁刚度可以增大，但增大的幅度有限，目前建议 （1）考虑到现浇楼板作为粱的翼缘，与现浇板相连的梁刚度增大系数有可能偏大.考虑到目前各种弹性楼板算法存在不足，建议采用SATWE程序进行计算时.对于楼面规则的结构可以先按弹性楼板6进行 结构的整体计算，再按整体参数接近的原则选用适当

参考文献

[1]高层建筑混凝土结构技术规程（1G3-2002）[S].北京：中国建筑 工业出版社 2002.[2]陈货林，李云责，魏文部、多层及高层结构CAD软件高级应用[M].北京：中国建筑工业出版社，2004.

（下转第45页）

由图可见，当板底弯矩比取α时，长跨弯矩偏小，短跨弯矩偏大，顺着长跨方向的裂缝宽度较大：当要求板的总配筋最少时，可能导致该方向裂缝进一步加大.

跨中弯矩比为：

(5)

由式（5）可以看出，板底弯矩比除了与板的跨度比有关外，还与材料的泊松比有关.

1.3钢筋混凝土板底弯矩比

0.22.代入式（5）可以得到板底弹性弯矩比为： 对于钢筋混凝土板，通常取混凝土的泊松比V=

(6)

以a作为钢筋混凝土板底望性弯矩比，可以保证板底双向裂缝宽度最小.

图1钢筋混凝土板底塑性弯矩比值

4结论

2保证配筋量最少的板底弯矩取值

载力安全. （1）通常情况下，采用塑性设计法可以保证板的承

2.1简支矩形板塑性弯矩

根据塑性铰线理论均布荷载下简支矩形板的板底x，y向单位宽度弯矩为：

（2）当采用塑性绞线法计算板的塑性弯矩时，取板底弯矩比为a=（0.2n²1）/（n²0.2）可以使得板底两个方向裂缝宽度最小.

(7)

(8)

（3）板底弯矩比取a=1/n²可能导致板底长向裂缝宽度较大、配筋较多.

2.2简支矩形板板底配筋及优化

位宽度钢筋面积： 假设板双向抗弯内力臂相等，可以得到x，y向单

（4）板底弯矩比取为a=1/（3n²-2）可以使得板内总配筋最少.

(6)

参考文献

(10)

力臂系数有关. 其中中为钢筋面积系数，与板厚、钢筋强度设计值及内

[1]原智明，朱金铨混凝土结构及砌体结构（上册）（第二版）[M] 北京：中国建筑工业出版社，2003.[2]沈聚敏，王传志，江见鲸，钢混凝土有限元及板壳极限分析[M].北京：清华大学出版社，1993.区建筑设计标准化办公室，1990.[ 4 ] NIBLSEN M P. Limit Arelysis and Goncrete Plastity [M]. New Jerey : Prentice HlI 1984.[ 5 1 PARKR GAMBLE WL. Reinforced Gecrete Sabs (2nd Ed. ) [M][6]徐秉业，刘信声.结构塑性极限分析[M]北京：中国建筑工业 New Yek: Jotn Wiley & Sees Inc 2000.[7]杨桂通弹塑性力学引论[M].北京：清华大学出版社，2004. 出版社，1985.[8】黄克智.夏之照，薛明德，等.板壳理论[M].北京：清华大学出[9】黄炎工程弹性力学[M].北京：清华大学出版社.1982. 版社.1989.

由式（9），（10）可以得到板的总配筋量为：

将式（7），（8）代入，可以得到总的配筋量为：

V = A xl Aly 1 = Φ(1 a) ix1ym (11)

(12)

(13)

令式（13）中k=1/n，则有：

(14)

要求总配筋最少的条件是F（a）/a=0，可得下式

(15)

由此有：

(16)

（上接第19页）

即当塑性弯矩比取a时，板底总配筋量最小.

[3]戴国莹，王亚勇，房屋建筑抗震设计[M].北京：中国建筑工业出 版社，2005.[4]徐培福，傅学怡，王翠坤，肖从真，复杂高层建筑结构设计[M] 北京：中国建筑工业出版社，2005.[5]中国建筑科学研究院PMCAD工程部.多层及高层建筑结构空间有限元分析与设计软件（SATWE）用户手册及技术条件[M].北京.2005.

对比分析

对于钢筋混凝土矩形板，其板底塑性弯矩比可有 1 0.2n²1三个取值：a= 月 a= n0.2 α; = 3n²-2 ，分别对应于通常取值、抗裂最优取值、配筋最小取值.对于 n=1-2的双向板，不同条件下的弯矩比取值见图1.

JCCAD软件基础地基承载力校核方法

刘民易（中国建筑科学研究院北京100013）

[提要】基础地基承载力的校核是基础设计中经常遇到的问题.根据《建筑地基基础设计规范》和《建筑抗震设计规范》的相关规定，结合具体的工程实例，阐述了手工校核JCCAD软件基础地基承载力计算结果的方法.

[关健词】JCCAD地基承载力校核

Check Method of Foundation Bearing Capaclty Uslng JCCAD/Liu Minyi ( China Academy of Building Research Beijing 100013 Chins)

Abstraet; The check work of foundation bearing capacity is a problem which is usually met in foundation desigm. Ac-cording to the demand of code and bining with a real peoject it is presented that how to check the results calculat- ing by JCCAD.

Keywords;JCCAD; foundation; bearing capseity; check

式中，f为调整后的地基抗震承载力：.为地基抗震承载力调整系数，程序会自动按《抗震规范》表4.2.3范》5.2.4条采用. 查：f.为深宽修正后的地基承载力特征值，按《地基规

0前育

设计人员经常反映JCCAD软件计算修正后的地因是设计人员忽略了地基承载力特征值除了应该按照 基承载力特征值与手算不符，产生这种问题的主要原《建筑地基基础设计规范》进行修正外，当控制工况为地震组合时，还要按《建筑抗震设计规范》进行调整.JCCAD基础地基承载力的校核. 在此，结合具体的工程实例，介绍一下如何正确进行

2工程实例

以上是规范对地基抗震承载力计算的相关规定，下面通过具体的工程实例，介绍软件的实现过程.

2.1独立基础的地基承载力校核

1规范要求

某工程基础平面如图1所示.现要核对2号节点柱的地基承载力，基本操作步骤如下.

地基承载力的计算有很多方法.不同的规范，其计算方法也略有不同.现以《建筑地基基础设计规 范）（CB50007-2002）（简称《地基规范））中的综合法为例，并结合《建筑抗震设计规范）（CB50011-2001）（简称《抗震规范》）的相关要求，介绍一下地基承载力的计算过程.

1.1《地基规范》的要求

根据《地基规范）第5.2.4条的规定：当基础宽度大于3m或埋置深度大于0.5m时，从载荷试验或其它应按下式修正： 原位测试、经验值等方法确定的地基承载力特征值，尚

(1)

f.=fa-ny（b-3)ny (d-0.5)式中，7，n值按《地基规范）表5.2.4采用.

图1独立基础平面图

1.2《抗震规范》的要求

根据《抗震规范》第4.2.2条的规定：天然地基基础抗震验算时，应采用地震作用效应标准组合，且地基抗震承载力应取地基承载力特征值乘以地基抗震承载力调整系数计算.

1.输人基本参数

填写[基础人机交互】一>【参数输人】一>【基本参数】，工程地基承载力特征值f=130kPn；地基承载底以下土的重度y=20kN/m²，基底以上土的加权平 力宽度修正系数n.=0.3；深度修正系数=1.6；基均重度y.=20kN/m，承载力修正用的基础埋置深度d=1.5m；选择的是GB50007-2002综合法，见图2.

根据《抗震规范》第4.2.3条的规定：地基承载力应按下式计算：

(2)

8-54

2.承载力计算

（1)JCCAD软件计算结果

打开JCO.OUT文件，节点号=2的计算结果如下：LeedM， NPPf.s 节点号=2 C30.0 /（kPa) =130.0 （=) = 1.50 P = 30.0 kPsJ =210MPs 447-42.63-176.19 101 4.52 213.68 96.58178.2028362836

（2）手工计算结果

将上述参数代人到《地基规范》公式5.2.4，得

= 130 0 1.6 ×20 × (1.5 -0.5) = 162 kPs与程序中的计算结果f.=178.2kPa不符.

（3）查找荷载工况

从上述JCCAD软件的计算结果可知，该柱下独基的荷载组合号Load=447.首先应查明第447组合工况具体是什么组合.为此返回到【基础人机交互】中，点开【荷载输人】下的【当前组合】项.

第447号工况，是SATWE标准组合：1.0（恒0.5活） 如图3所示，程序会弹出荷载组合类型菜单，找到-0.2×1.0风，-1.0地，0.38竖地，该组合工况是地震组合的，因此在按《地基规范》5.2.3进行深宽修正后，还应该按《抗震规范）4.2.3进行地基抗震修正.

（4）按《抗震规范》进行地基抗震修正

查《抗震规范》表4.2.3：100kPa≤f【参数输入1->基承载力宽度修正系数n.=0；深度修正系数n=4.4（持力层为碎石土），基底以下土的重度y=10kN/m”，基底以上土的加权平均重度y.=19.5kN/m，承载力修正用的基础理置深度d=2m：室外自然地坪标高为 -0.3m，选择的是GB50007-2002综合法，见图5.6.

2.承载力计算

（1）手工计算结果

（2）程序的计算结果

取板【重心校核】下的【选荷载组】后，弹出【荷载组 按照以下步骤查出程序的结果：在人机交互中点合类型】菜单，见图7.

选取“368：SATWE标准组合：1.0恒1.0活”，再点取【重心校核】.程序会输出计算结果：总竖向荷载

图7荷载合类型

基础理置深度自室外地面标高算起.JCCAD软件在计算修正后的地基承载力时未采用【基本参数】中输人 的“承载力修正用的基础埋置深度d值”，而是采用“筏板底标高”与”室外自然地坪标高”二者的差值来计算公式中的d值.

图5计算方的选择与地基承载力参数的输人

高为-0.3=，筏板底标高为-6.3m，d值应是6.00m， 该工程在【基本参数】中输人的室外自然地坪标代人《地基规范》公式5.2.4，得：

= 260 0 4.4 ×19.5 × (6. 00 - 0.5) = 732 kPa与程序中的计算结果f.=732kPa相符.

（4）按《抗震规范）进行地基抗震修正

如果要考虑地震组合时的抗震修正，与独立基础一样在按《地基规范》5.2.3进行深宽修正后，还应该按《抗震规范）4.2.3进行地基抗震修正.

查《抗震规范）表4.2.3，得：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，150≤f<300的粘性土和粉土，坚硬黄土，E.取1.3，则 程序考虑地震组合后的结果：总竖向荷载（含基础自重）作用点坐标（37813，17643），第1夜板板底平均反力（含基础自重）：396kPa，筏板形心坐标 （37379，17107），第1块板地基设计承载力：951kPa.与手核结果是相同的. 图6基础设计参数的输人 （含基础自重）作用点坐标（37203，17585），第1筏板 板底平均反力（含基础自重）：423kPa，筏板形心坐标（37379，17107），第1块板地基设计承载力：732kPa. 需要指出的是，如果设计者实际上是想将基础承载力只修正2m，应该人为地将“筏板底标高”输人为 -2.3m，或将“室外自然地坪标高”输人-4.3m即可. 程序中的计算结果f.=732kPa，与手核的计算结果f.=388.7kPa不符.在此，对产生这种差异的主要 原因做如下介绍. 结语 （3）程序的处理 以上详细介绍了如何手工校核JCCAD软件的地基承载力，不足之处还望批评指正. 《地基规范》在公式5.2.4关于基础埋置深度d的解释中提到：当有地下室，如采用箱形基础和筏基时，

《健筑抗震设计规范》在多高层钢结构房屋 抗侧力构件连接计算规定中隐存的安全问题

刘其祥，陈青来”，陈幼

（1中国建筑标准设计研究院，北京100044;2山东大学，济南250061）

[摘要]新领布的（建筑抗震设计规范）（GB50011-2010）在多高层钢结构房屋抗侧力构件连接计算规定中隐存0.90降成了与梁的相同的0.75使原要求的强连接降成了二者之间并无强弱关系的“等强连接”：2)在8.2.8- 的安全问题有：1）在表5.4.2的新规定中，把2001版抗震规范强制性条文中焊缝的承载力抗震调整系数由条中虽有弹性阶段“钢结构抗侧力构件连接的承载力设计值不应小于相连构件的承载力设计值：高强度螺栓连接不得滑移“的规定，但在不同连接抗力条件下如何计算？并没有给出计算公式，而把连接计算全都放在了8.2.8-3 ~5条用极限承载力验算的方法上.经对该法的深入分析和验证其结果却又不能满足8.2.84条连接抗力的必要条件使规范中的极限承载力验算方法在抗侧力构件连接计算式中井不起控制作用，从而失去了它的验算价值，使“强连接弱构件“的基本原则在计算中井没有得到实施.

[关键词]钢结构：弱连接：等强连接：强连接：弱构件：强屈比：极限承载力

中图分类号：TU391文献标识码：A文章编号：1002-848X（2012)01-0075-06

( 1 China Institute of Building Standard Design & Research Beijing 100044 China;2 Shandong University Jinan 250061 China)

Abstraet: There are safety problems of lateral force resistance joint caleulation about multi-story and tall steel structures inCode for seismic design of bildings ( GB 50011-2010) . In table 5.4. 2 the seismic eoeficient of weking seam 7kmedced from 0. 9 ( fermer code) to 0. 75 uhich leads the joint strength o strnger but equal that may against the mandatery tem. Although the stipulatin n item 8. 2. 8 “desin value of bearing capacity fr lateral fore resistane jointof stel tures shold t b lr than tht f the eted cmpt and high stngth bolt ceti shld tslip° we can only ue the metbod in item 8. 2. 83 ~ 5 to check the calelatin for making strong jit. But the result even cannot satisfy the essential codition of resistance conecting frce which makes the calelating method f the code aboutthe ultimate bearing capacity for resisting lateral foree member cnections have no control fnction and lese its checkingvalse. The basic prineiple of *the strength of coeneetion should be strnger than that of ponent* in the caleulatingformula is not put into effect.

Keywords: eel structure; weak joint; equal strength; stroeg joint; weak member ratio df strength and yield; ultimatebearing eapaeity

1《建筑抗震设计规范》（GB50011-2010）强连接“只适用于某些主要构件抗震等级要求较低二级）但并不是关键部位的连接-但对抗震等级较高（如一、二级）的某些主要构件的关键部位，必须 要采用高于“等强连接”的“强连接”.为此，宜将《新抗规》中y=0.75的规定按四到一级的抗震等级依次改为x=0.75-0.90（即将其中的上限值仍恢复到2001版抗震规范中Yax=0.9的规定）.使连接的承载力设计值达到不低于构件承载力设计值的1.0-1.2倍（为什么不能用不低于组合内力设

（以下简称《新抗规》）表5.4.2和8.2.8-3-5条的（如四级）的关键部位和虽然抗震等级较高（如一、规定清离了“强连接弱构件”的基本原则

1.1在《新抗规》表5.4.2中连接焊缝的承载力抗震调整系数Y被降为非强连接水平

在《新抗规》表5.4.2承载力抗震调整系数Yn中焊缝的y由2001版抗震规范中的0.90降低为与梁的相等，即把原强制性条文中要求的强连接降成了使二者之间毫无强弱关系的“等强连接”.与=Yn=0.75相对应的“等强连接”只是抗震

柱连接的螺栓群中螺栓除了承受式（8.2.8-2）右侧的竖向剪力之外还应有螺栓群在腹板弯矩作用下对连接进行极限承载力的验算-但式（8.2.8-2）中 所受的水平剪力并将这两部分的剪力合成后，才能也没有此项计算内容.

计值的1.0-1.2倍来计算？其理由和变换关系，详见文[10】.《新抗规》把y改为0.75违育了“强连接弱构件“的基本原则-

1.2“计算要点“8.2.8-3-5条所列的计算公式无实际指导作用

再看《新抗规》8.2.5-条，针对钢框架节点处的抗震承载力验算对端部翼缘变截面的梁其计算矩有增大的内容，见式（8.2.5-2）中右边的第二项 式就有塑性较外移后，塑性较处的剪力将对梁端弯∑W_(f - N/A ) ≥∑(W Vs) (8. 2. 5-2)但在更为重要的梁柱连接的计算式（8.2.8-）中，反而没有提供使塑性铰外移的加强连接的计算内容.

在弹性阶段的8.2.8-1条规范作了对应于y=Y=0.75要求的“钢结构抗侧力构件连接的承载力设计值不应小于相连构件的承载力设计值：高 强度螺栓连接不得滑移”（以下简称为“不应小于等强连接”）的规定，但在不同连接抗力条件下如何用计算来体现？却没有提供计算公式，而是把连接计算全都放在了8.2.8-3-5条用极限承载力验算的 方法上，经对该法的分析和验证，其结果却又不满足“不应小于等强连接”的必要条件-这样，使《新抗规》在多高层钢结构房屋抗侧力构件的连接计算中失去了应有的指导作用.

以上分析说明规范关于梁柱连接的计算式欠缺在条文规定中也缺乏前后内容的连贯性-

2.2《新抗规》8.2.8-3条梁柱连接算式不满足“不应小于等强连接”的必要条件

2新抗规38.2.83条梁柱连接采用的极限承载力计算式存在的问题

在表8.2.8（表1）中的取值偏小-以工形梁与工形 规范式（8.2.8-1）M≥nM 中的连接系数;柱在工厂全截面用焊缝相连为例（忽略腹板上下端有焊接工艺孔的削弱影响），使之能满足“抗弯等强"连接的要求，并以此来检验连接系数n；是否满足“等强连接”的必要条件.

2.18.2.8-3条梁柱连接计算式的计算内容欠缺

在《新抗规》8.2.8-3条梁与柱的刚性连接中，其连接受弯、受剪的极限承载力计算式为：

( 8. 2. 81)

V ≥ 1. 2( 2M /I ) V(8. 2.8-2)

出现了在不同连接抗力条件下，计算式与计算内容不相吻合的矛盾，如在式（8.2.82）中，其腹板连接的计算式只抗剪不抗弯，而式（8.2.8-1）中又没有加强连接的内容，两者的抗力模型与弹性阶段“不应 小于等强连接”的受力模型发展到塑性阶段后的受力模型相矛盾.以框架梁与箱形柱在工地翼缘焊接、腹板栓接为例（这种结构和连接在我国用得最多）其腹板的连接抗力情况就有以下两种：

愿中案柱 本文中常用接连限计用的和续号 用的o // 15)1 =0.2时的1 =0.5时的 41、 0.3对的3 焊滞连接计拉式（}算用的= 按式目计要用的25 1.4) 取:375/225 = 1.67 1.536 1.5 5 1.46)(345 1.235 1.30 取 470:325 ± 1.45 1.380 1.336 1.37 5 1.315 1.30 1.294

在弹性阶段的抗弯等强连接，就是梁端连接焊缝（或母材）的抗弯承载力设计值应等于梁截面的抗弯承载力设计值即：

（1）当翼缘焊缝连接抗弯腹板螺栓连接只抗剪不抗弯时，式（8.2.8-2）是可以适用于此种情况，但仅靠翼缘的连接抗弯，在弹性阶段是不满足“不应小于等强连接”要求的.为此就必须将其做成塑性铰外移的加强型的连接形式，以便符合使囊缘 和加强板共同抗弯，腹板连接只抗剪的计算假定.但在式（8.2.8-4）中并没有塑性较外移的加强型连接的计算内容.

(1)

梁的弹性截面模量即： 或梁端连接焊缝（或母材）的弹性截面模量应等于

(2)

于是上式就成了抗弯等强连接的“必要条件”和检验受弯构件是“强连接”还是“弱连接”的判别式.接用极限抗弯承载力表达时的内在关系，可在梁与 为了寻求弹性抗弯等强连接的承载力设计值与该连柱的上述连接作法中将连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力用规范式（8.2.8-）M=nM，的表达形式并将其变为：

（2）当翼缘焊缝连接抗弯，腹板螺栓连接除抗剪外还能抵抗部分弯矩作用时如要满足弹性阶段 “不应小于等强连接”要求时，也必须要在梁端设置加强板设置加强板后也必然导致塑性铰外移，但在式（8.2.8-）中，也无相应的计算内容.再看其腹板的受力状况由于腹板连接既受剪又受弯梁腹板与

(3)

注：由于用于Q235钢和Q345钢的自动焊、半自动焊的焊丝、焊剂和手工焊的焊条其熔敷金属抗拉强度的最小值都分别大于Q235钢和Q345钢抗 拉强度的最小值（如用于Q235钢的E43型焊条和用于Q345钢的E50型焊条其熔敷金属抗拉强度大于Q235钢和Q345钢抗拉强度最小值375N/mm²和470N/mm²）.因此，当对接焊缝的质量得到保证 时其破坏面多发生在与对接焊缝交接处的母材截面上.换句话说，名义上Wf虽为对接焊缝的极限抗弯承载力实则为焊缝截面对应在母材截面上的极限抗弯承载力w f.所决定即w，f=W，f.-

（1）第一种计算方法

在式（3）中由于W=W，.f=f.，并令f=nf.从而式（3）变为：

阶段的式（3）中就已存在W，=W的关系-同样在 再从梁端焊缝截面与梁截面相同来看，由于在弹性塑性阶段的式（4）中也必然存在W，=W，的关系，由此可得n=n-并将其代入式（4）可得：

上式为将弹性抗弯等强连接（M=M）改用极限承载力表达时则规范式MnM中的π必须要 等于n.n=f.If、为钢材的抗拉强度选用值与屈服强度选用值之比即强屈比.

再将式（4）变为下式：

由上式可发现，当n<n，则W16 35 >35 50 >50 ~ 100/%/em² (强层比 s) 2535522534515 -1.25)Q36GJ B-E ≥345 11）[2）[9）（] 345 065 335 455325 ~405490 610a≤0.83

注：在表中“區服点“和“抗拉强度”下增加了带括号的数字其数字为该栏数据中最大值与最小值之比

【例1】框架梁与柱刚性连接的计算实例-

设有一抗震框架梁，截面为H400×250×10×20柱为H形截面，钢材为Q235，梁端为工厂连接焊缝，试分别用弹性和极限承载力计算该连接焊缝所需的截面模量W和W

计算中的有关数据：Q235的f.=375N/mm²cm²塑性截面模量为W_=2224cm². =225N/mm²；梁的弹性截面模量为w=2000

（1）当连接按弹性抗弯等强连接计算时

M=即Wf=wf-须将梁端全截面用对接焊缝才能得到W；=W=2000cm².对应于按cm'. 极限抗弯承载计算时的截面模量W=W.=2224

（2）当连接用极限抗弯承载力计算时

梁的塑性弯矩：

M = W f = 2 224 × 10² × 225 = 500. 4kN m

翼缘连接的塑性截面模量：

W = 250 × 20 ×(400 - 20) = 1 900 × 10²mm²

（2）在塑性阶段如用式（9）N≥nAf，计算，式中n=ff =375/235=1.596则支撑所需对接焊得 A≥1.596 ×235 ×7 228/375 = 7 228mm²，结果 缝或拼接板的截面面积为：375A≥1.596×235A;同（1).

翼缘的极限抗弯承载力：

M = W J = 1 900 × 10² × 375 = 712. 5kN • m

M_ /.M = 712. 5 /500. 4 = 1. 42 > 1. 4 ( 满足要求）.

上述计算揭示了如用规范式M≥nM，验算梁与柱的刚性连接，只需用翼缘的塑性截面模量算得M≥1.4W，f的要求，远小于弹性抗弯等强连接 的极限抗弯承载力Wf.=712.5kNm就能满足W=2000cm²发展成塑性后用极限抗弯承载力计算时连接所需的W，=W=2224cm²的结果，说明规范式（8.2.8-1）M≥M，在验算中不起控制作用无验算价值.

也可在Af≥nAf 中取f=400N/mm²f=320N/mm²强屈比n=400/320= 1. 25，将其代入A f≥nAf 即 400A ≥1. 25 ×320A 得 A ≥1. 25×320 ×7228/400 = 7 228mm²结果仍同（1). 证明其连接计算最能适应表2中f.和f，二元动态强度中的取值-

（3）如按规范式（8.2.8-3）N ≥nAf 计算，查表8.2.8（或查表3）得n，=1.25，则支撑所需的对接焊缝或拼接板的截面面积为：375A≥1.25× 235A由此可得：

3《新抗规》8.2.84条支撑连接和拼接的极限承载力计算式存在的问题

3.1支撑与柱用对接焊缝连接或支撑用拼（连）接板加角焊缝拼接规范式（8.2.8-3）中的v，值偏小

A ≥1. 25 × 235 ×7 228/375 = 5 662mm² N说明支撑净截面的极限承载力不满足受 =2 063kN 式右 nAf = 1. 3 ×7 228 × 235 = 2 208力要求，该支撑用栓接的方案不成立，只能改用非螺栓连接的方案.

查《高钢规》表2.0.6得Q235的f=375N/mm²J=235N/mm²支撑的截面面积A，=7228mm².

（1）按弹性阶段连接承载力“不应小于等强连接“的要求其对接焊缝或拼接板的拉力设计值应接板所需截面面积为A≥A即A≥7228mm². 满足式A/≥Af的要求，由此可得对接焊缝或拼

（2）解决办法，由于中心支撑（图1）的良好延性是靠支撑在大震时拉杆发生屈服、压杆发生整体

是得不出这一结论的，且在规范的条文中也未提及这一重要问题.

mm²A = 5 500mm² n = A /A =0. 761 则应 （3）用上述方法进行题解：已知A，=7228采用屈强比的最大值<0.761的钢材-即只要钢材实测值的f A f 即 得: 5 500 × 400 = 2 200kN >7228×300=2168kN，满足要求，如其中的f Afm( 12a)

或N = mn A 0. 58 f > n Af (12b)数目：A.为一个螺栓在螺纹处的有效截面面积； 式中：m为连（拼）接一侧的螺栓数目；n.为受剪面

《健筑抗震设计规范》在多高层钢结构房屋 抗侧力构件连接构造规定中存在的安全问题

刘其祥，陈青来”，陈幼

（1中国建筑标准设计研究院，北京100044；2山东大学，济南250061）

[摘要]新额布的（建筑抗震设计规范）（CB50011-2010）在“钢框架结构的抗震构造措施“中所推荐的框架梁与柱的现场连接和框架柱与梁悬臂段的连接是属于弱连接构造而非强连接构造.分析了造成差错的根本原因，指 出了规范中推荐的连接构造和采用的极限承载力计算公式均存在缺陷，用极限承载力计算方法验证了规范推荐的上述连接抗力不足存在安全隐患，据此，提出了加强连接的构造做法及其相应的计算建议.

[关键词]抗震设计；钢结构：抗侧力：屈服强度：抗拉强度：强屈比：连接的极限承载力

中图分类号：TU391 1文献标识码：A文章编号：1002-848X（2012)02-0107-06

Safety problems of lateral force resistance joint construction about multi-story and tall steel structures in Code for seismic design of buildings

Liu Qixiang* Chen Qinglai* Chen Youfan

( 1 China Institute of Building Standard Design & Research Beijing 100044 China;2 Shandong University Jinan 250061 China )

Abstraet: The frame beam and column conections and frame colm and cantilever besm connections remended byaq em a usn qm1 o xm q s 1ou ae * (0101100s 8 ) xFupg / up w m ap)capacity calculation method it is verified that the resistance force of the joints above-mentioned is insuficieney and existshidden safty danger. The fundamental esns fo eors were analzd. The connecti sructuse and the femuls of te ultimate bearing capacity calelation method remended by the cade hare fauls. The method of enhancing conectstructure and the corresponding caleulating suggestion are put forwand.

Keywords: seismic design; steel structure; lateral foree resistanee yield strength; tensile strength; ratio of strength and yield; ultimate bearing capacity of joint

弱，使连接焊缝的弹性截面模量减少到只有框架染 弹性截面模量的92%-95%，使连接的抗弯承载力设计值减小5%-8%（系根据国标热轧窄翼缘H（YB3301-92）常用于梁截面高度h =400~ 600mm时的统计结果），实际上已小于等强连接的要求.

1 侧力构件连接构造中的问题 （键筑抗震设计规范》（GB50011-2010）在抗

建筑抗震设计规范）（GB50011--2010）（简称新《抗规》）8.3.4-3条规定“工字形柱（绕强轴）和箱形柱与梁刚接时（图1）应符合下列要求：一级和二级时宜采用能将塑性较自梁端外移的端部 扩大形连接、梁端加盖板或骨形连接”.

新抗规》8.3.44条规定“框架梁采用悬臂梁段与柱刚性连接时（图2，笔者注：该图可用于工字形柱也可用于箱形柱），悬臂梁段与柱应采用全焊 接连接此时上下翼缘焊接孔的形式宜相同.梁的现场拼接可采用翼缘焊接腹板螺栓连接或全部螺栓连接”.

图1框架梁与柱的现场连接

上述规定及新《抗规》推荐的连接构造图均不满足8.2.8-条连接的承载力设计值不应小 于相连构件的承载力设计值"的规定要求.如在图2中，即使是工字形梁与工字形柱在工厂用全焊接连接尽管这种连接是图1和图2中连接抗力最好的一种，但由于腹板上有上下翼缘焊接孔的削

在图2中，如是工字形梁与箱形柱在工厂用全焊接连接除腹板也有焊接孔外，还应考虑在与梁截 面高度对应于箱形柱段两横板之间因无竖向加劲

注：膜板已补上焊接工艺孔.

图2框架柱与梁悬臂段的连接

肋其外围的柱壁板只能部分承受梁腹板上的弯矩，其连接抗力可以确定比上述的情况还要差.

在图1中当为工字形梁与工字形柱在工地进行栓焊连接时除腹板有焊接孔外其翼缘连接焊缝 的强度理应按钢结构设计规范的规定乘以折减系数0.9.综合以上不利因素后其连接的抗弯承载力设计值大约只有梁截面抗弯承载力设计值的83%-86%则更显著小于等强连接.

当为工字形梁与箱形柱在工地进行栓焊连接时还因存在与梁截面高度对应于箱形柱段两横隔板之间无竖向加劲肋的构造缺陷，其连接抗力只会比与工字形柱连接的更差.

2新《抗规》在抗震构造措施中的规定不满足 8.2.8-条连接计算要求的原因分析

在新（抗规38.3.4-3条的第5）款中对连接抗力严重不足的图1为什么只对抗震等级为一、二级时作了“宜”采用加强的规定，且也只是在条文解释中计算要求？在8.3.44条对连接抗力不足的图2，为 推荐了定性的加强形式，而无加强连接方面的定量什么却对抗震等级为四级到一级都不作加强连接的规定？其原因在于新《抗规》采用式M≥nM，计算关.而导致n，值错误的原因是没有与8.2.8-1 时与表8.2.8中连接系数n，值的错误规定密切相条的规定挂钩，致使错误不能自我发现和纠正、以为当梁的钢材分别为Q235Q345Q345GJ时，只要连接焊缝的塑性截面模量能够满足框架梁塑性截面模量的n;/n倍（见文[2]式（6），W，=n;W /n的由 来）则其连接的极限抗弯承载力就可分别达到梁截面全塑性弯矩n （n =1.40 1.3，1.25）倍的强度储备（见新《抗规》表8.2.8或文[2]表1中π；数值）.所以在图2中当框架梁与工字形柱（或箱形柱）相连时（规范并未对框架梁与这两种柱的连接 区别看待的文字规定），如不考虑梁腹板上焊接工艺孔的削弱，其梁端连接焊缝的截面模量为W，=W，其连接的强度安全储备，就可分别达到n（n=1.671.45，1.42)倍（见文[2]表1 中n=f./f 的数

值）.所以在如此高的强度安全储备条件下，当然也就没有必要对图2作加强连接的处理.

的焊接连接中弹性抗弯等强连接与连接用极限承 但是，上述计算出现了如下偏差：1）在梁与柱载力计算之间本就存在逻辑关系，而规范中的计算式脱离了这一关系，从而进入了误区，致使n与逻辑链中的=出现了偏差（：2）在规范式M≥n.中其M名义上为对接焊缝的极限抗弯承载力，实力所决定从而这就涉及到在式M≥nM中母材 际上由焊缝截面对应在母材截面上的极限抗弯承载的f.和f在表1国家标准中最大“屈强比”给连接的强度安全储备所带来的不利影响没有被考虑：3）未考虑梁柱连接的构造缺陷（如焊接工艺孔对梁截区屈服强度的强化升高等综合因素对连接所产生的 面的削弱）和连接在大震大变形中引起框架梁塑性不利影响.尽管规范在确定连接系数n时，也考虑了超强系数和硬变硬化系数（见规范的条文解释），但这并不是问题的全部.在计算中如不完整地考虑接的错误结论. 以上三个因素必然就会得出对图2不需作加强连

3用极限承载力计算方法来检验图2梁与柱的连接在大震中是否需要加强的计算步骤

的悬臂梁段与工字形柱采用全焊接连接作为计算对 图2的抗震性能比图1好，现以图2中框架梁象按以下三个步骤来进行分析和计算.

3.1第一步其连接必须与弹性等强连接挂钩来建立极限承载力的计算式

接的计算式M=M改为连接用极限承载力计算 在文[2]中已推导了将图2由弹性抗弯等强连时其梁端第一、二种计算方法的极限抗弯承载力分别为M=aM 和M=nM的推导，式中n=f.1f和n=n（1-k）k.，即表示梁端连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力具有梁截面全塑性抗弯承载 力n和n倍的强度安全储备能力.

3.2第二步有了式M=nM，和M=nM，之后，强度储备带来的不利影响

由于式M=nM，和M=nM.中含有f.和f 两种强度，但在表1中f.和f，的强度值都有较大的 波动性（以表1中的Q235GJ为例其f，的强度波动值为f=235-355N/mm²，其波动的最大值可达235N/mm²的1.51倍f的强度波动值为f= 400-510N/mm²其波动的最大值为400N/mm²的1.28倍）.因此式M=nM和M=nM 中的f.和f 具

有二元动态强度取值的特性，即f.和f，不只限于取心并不在柱边，而是在距图2柱边h/4-h/3处表1中的最小值而是各有多个不同的f和f，值构成很多不同的强屈比n.显然，当n值愈大，其连接 的强度安全储备就愈大，当n值愈小其连接的强度安全储备就愈小.那么n在什么情况下会使连接的强度安全储备降到最低？这就必然要用到结构钢材在国家标准中强屈比n=f.f，的最小限值（表1最后一列）.在计算连接时，只要取标准中的最小强 屈比n（取其倒数即为最大屈强比）就可使连接的强度安全储备最小.

（h，为框架梁的截面高度）这是因为在梁端的焊接热影响区内有三向应力存在影响了梁端的塑性发 展，使塑性区稍稍外移，导致塑性铰处的剪力对梁端的作用弯矩有所增大.

（3）在大震中结构将产生较大位移（包括线位移、相对位移及在框架染塑性铰处的角位移），结形而引起的并由结构钢材具有不低于20%的伸长 构的较大位移，皆因在大震下结构发生较大塑性变率和在节点处的强连接来实现.当结构产生上述较大位移时必然也使梁端塑性较区的较大角变形进入强化阶段使弯曲应力升高（梁端较大角位移若只依赖不低于20%总伸长率中，仅占总伸长率10%左 右的屈服台阶是远远不够的），况且在地震的反复作用下还会使塑性较区的钢材产生应变硬化现象，使梁端塑性较区截面中的弯曲应力进一步升高.因的强化系数β从而也使梁端连接处的作用弯矩进 此在计算式中还应增设一个塑性铰区内屈服强度一步增大

以表1中的Q235GJ为例，如按规范的取值方法在f.和f，的强度中都取最小值时则其强屈比nM=nM而言就意味着连接的极限抗弯承载力是 =400/235=1.70（板厚：=6-35mm时），这对式梁截面全塑性抗弯承载力的1.70倍，其强度安全储备为1.70很安全.但如在表1的Q235GJ中取最小强屈比n=1.25（即相应的最大屈强比u1. 70降低到1.25. =0.8）时，就可使连接的强度安全储备由上述的

4用极限承载力计算方法来检验图2中梁与柱的连接是否需要加强的计算式

另外新（抗规33.9.2-3条第1）款对结构钢材所作屈强比的限值规定，不分钢材牌号一律都定为不应大于0.85使对应的最大屈服强度更接近于抗拉强度，从而使连接的强度安全储备又从上述的 1.25降到了只有1.176.

述第二步和第三步中的三个不利因素后，可用如下 在式M=nM和M=nM 的基础上，引I入上的计算式来检验：

(1)

高层建筑结构钢板的力学性能

4.1M的计算

( GB/T 19879-2005) [] 表1质量 星酸点 / (NPs 抗拉强展标准制定的号 等级 6 ~16 >16 ~ 35 >35 ~ 50 >51 ~ 100 /%/±m² 相板厚度/mm s. (强国比 x) 国强比.Q235GJ 3-8 235 355225 -345215 -335400 -510 11.51) (1.53) 11. 56) (1. 28)(≤>1.25 1 0.0QH5GJ >345 345-465315-455325 -445 490-610 c0.83390 -510380-500|370 490|490 -660 11.35)11.36) 11.3 (1.24)(≤>1.20) c0.85Q990GJ 3-8 0 11.3111. 32 11. 32) (1.3)(x>1.176)

当引入上述第二步和第三步中第（1）项的不利因素后在梁端连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力M有以下两种计算方法.

（1）计算梁端连接极限抗弯承载力M之方法一，系用翼缘和腹板连接焊缝的塑性截面模量乘以 焊缝（母材）的抗拉强度而得即：

(2)

式中：W，为梁端对接焊缝（或母材）的塑性截面模量，W，=中W，；中为因梁腹板上有焊接孔，导致焊缝（或母材）的塑性截面模量减小而设的折减系数，一 般为0.92-0.95;n为钢材的最小强屈比等于最大屈强比的倒数即n=1/;f，为对应于最大屈强比的屈服强度值，即f，="或f，=f.lni-

注：括号内的数字为该栏数据中最大值与最小值之比.

3.3第三步由于还有以下三个不利因素存在致使 连接的强度（安全）储备进一步降低和梁端作用弯 矩增大

（1）在框架梁端部的加工中，由于梁腹上有焊接工艺孔的削弱，使连接焊缝的塑性截面模量减少到只有框架染塑性截面模量的92%-95%，从而使 连接的极限抗弯承载力减小5%-8%（这与前面所提到的使连接的弹性抗弯承载力减小5%~8%的比例关系基本相同）.

（2）计算梁端连接极限抗弯承载力M之方法二系用翼缘连焊缝的塑性截面模量乘以焊缝（母材）的抗拉强度加上腹板连接焊缝有效塑性截面模量乘以母材的屈服强度而得即：

（2）文[4]等很多试验资料表明，塑性铰的中

(3a)

或者将文[2]中式（8）中后一项的k、改为，即可得到：

由V =2M/LV，设2M/.和Va.各占0.5V 即V=2M/1 并再设1 =20h 则V=4Mf/1 =4M_/20b，将其代入式（5）得梁端连接处的作用弯矩为：

M=[n( 1 -k ) k ]M = nM (3b)

式中：n为钢材的抗拉强度选用值与屈服强度选用值之比：，为腹板的塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k=W/W；k为腹板扣除焊接孔后的有效塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k=w.../w-

注：在a）b）中也可将f的数值代入式（2）和式（5）中直接求出M和M的具体数值.

4.2M的计算

式（1）中梁端对接焊缝处的作用弯矩M，当引入上述第二步和第三步中第（2）（3）项不利因素后按下式计算：

c）用M/M之比来判断.

表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁端的作用弯矩连接在大震中必将破坏，其连接必须要加强.

(4)

式中：β为框架梁塑性较区的钢材在大震下引起屈 M = β( M V x)服强度增大的强化系数，假定在式（4）中的（M.V.x）中隐含的屈服强度f 增量，只取为（f.-f.）/4.从而可得屈服强度的增大系数为β=1（n-1）/ 4（这是相对较小的系数）：M为距柱边x处梁截面的全塑性弯矩M，=W，f（式中的f、必须是由最大屈强比所决定的屈服强度值）：V，为在塑性铰中心处的剪力V，=2M/1V其中I为梁的净跨，V为梁在重力荷载代表值作用下按简支梁分析的 梁端截面剪力设计值；x为塑性铰中心距柱边的距离，可取x=h/4-h/3.

（2）方法二：按式（3）求M和用式（5）求M

=881×10mm.腹板焊接孔削弱后的有效塑性截 梁腹板的塑性截面模量W，=0.25×11×566面模量 W=0. 25×11 ×496²=677 ×10”mm².腹板塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k.=881× 10² /2 863 × 10′ =0. 308.

塑性截面模量之比k =677×10²/2863×10²= 腹板焊接孔削弱后的有效塑性截面模量与梁的0. 236 5.

将上述B和x代入式（4）后即可得到梁端连接处的作用弯矩为：

a)求梁端连接的极限抗弯承载力.

用式（3b)计算：

将 n = 490/416. 7 = 1. 176 k = 0. 308 k =0. 236 5 代入式(3b) 得: M = [1. 176 × (1 0. 308) 0. 236 5 JM = 1. 050 3M -

(5)

5算例检验

【例1】设框架梁截面为H600×200×11×17，钢材牌号为Q345GJ.按新《抗规》3.9.2-3条第1） 款的规定取最大屈强比u.=0.85，即最小强屈比n=1/0.85=1.176 试计算图2中梁与柱的连接是否要加强？

b)求梁端连接处的作用弯矩.

M的计算同（1)中的 b)M=1.0962M -

M.

（1）方法一：按式（2）求M和用式（5）求M

10mm².腹板焊接孔R=35mm削弱的塑性截面模 梁全截面的塑性截面模量W，=2863×量为:W =11 × 35 ×[600 - 2 ×(17 17. 5) ] = 204× 10mm²- W/W = 204 /2 863 = 7.1% (取 7%) 即折减系数为=（1-0.07）=0.93.代入式（2）得：

用弯矩，连接在大震中必将破坏，其连接更应加强. 表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁端的作

【例2】设计条件同例1，但取f.=490N/mm²，最小强屈比n=1.2，对应的f，=408N/mm².分别按式（2）（5）和式（3）（5）计算，其结果见表2中的第2行.

【例3】梁截面同例1，钢材牌号为Q235GJ取f=400N/mm²最小强屈比==1.25，对应的f，=320N/mm².分别按式（2）（5）和式（3）（5）计算，其结果见表2中的第3行.

a）求梁端连接的极限抗弯承载力.

M= 0. 93 × n W f = 0. 93 × 1. 176M =1. 093 7M -

b)求梁端连接处的作用弯矩.

【例1】~【例4】的计算结果汇总

黑用对应于采用的 M .[1(s1 2 1[1(a1]] 方法 方法二=[|-1] 1 的f的/强星究4% 4% 4]6.71.17%1.085 1.09x 0.981.058 1.062M 0.958 8 1.381.13 1.1825 1.0121. 1.5 0.%84 33) 19 1101.1 10.94 321.41.34a1.167 1.1521.2371 1.1 1.0

【例4】梁截面同例1，钢材牌号为Q345取f= 470N/mm² .f = 325N/mm² 强屈比 n = 470/325=1.446.分别按式（2）《5）和式（3）5）计算其结果见表2中的第4行.

6对表2计算结果的说明和讨论

（1）在表2中M/M数据（也可将f的数值代入计算式中，直接求出MM和M的具体数值）小于1时，表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁 端的作用弯矩，此连接在大震中必将破坏而必须将连接加强.

（2）表2中第一行的强屈比n=1.176是取自新（抗规》第3.9.2-3条和表1中Q390GJ强屈比的取自表1中Q345GJ和Q235CJ强屈比的限值规定 限值规定-第2行n=1.2第3行n=1.25，是分别第4行的强屈比n=1.446是取自高层民用建筑钢结构技术规程）（JGT99-98）（简称（高钢规》)表2.0.6中的Q345，>16-35mm时由f=470N/mm²与f =325N/mm²之比而得.

（3）从表2的各行数据变化可以看出，当f.一定屈服强度f，越大强屈比n就越小连接的安全储备M/M也就越小.当f.一定，屈服强度f越小强屈比n就越大，连接的安全储备M/M也就越大.由此可见对连接安全威胁最大的应是n中的最小值.

（4）表2中最后一行的数据是f.和f，都取结构钢材国家标准中最小值条件下的计算结果，这是很不现实的.因为在供货的钢材中，供货方只保证在同一试件中分别不小于f和f在国家标准中的 最小值而不是保证f.和f同为最小值.正因为如此所以在国家标准中才有“强屈比“限值的规定.因此在连接设计中就应选用对连接安全储备最不利的最小强屈比（即屈强比的最大限值）来考虑.为此第4行中M/M，比值应排除在外，即不在考虑 之列.

（5）除去表2第4行的数据不考虑后，再看方法一中M/M比值其中虽有两行的比值大于1但其中最大的也仅仅只有4.2%的富裕量.如再从表

2中两种计算方法的合理性来分析，其中方法二比方法一更为合理，因为在方法一中存在腹板连接的f.强度都被腹板的塑性弯矩所独占，没有考虑腹板 上的剪力也应占有一部分f强度的弊端.为此再从余下较为合理的方法二中M/M比值来看比值都小于1，说明其连接在大震中都将破坏，在连接设计中都需要将连接加强.

高度对应的箱形柱段两横膈板之间无竖向加劲肋， （6）当工字形梁与箱形柱相连时，由于梁截面其外围的柱壁板只能承受部分梁腹板的塑性弯矩，所以其腹板连接的极限抗弯承载力在方法二的基础上还应乘以一个折减系数m即

如此一来，表2中M/M比值将更小，其连接在大震中更容易破坏，在连接设计中更需要将连接加强.折减系数m的算法可详见文[6].

8.3.4-3条和8.3.4-4条中除8.3.4-3条在对框架 通过以上几个算例足以证明，在新《抗规》梁与柱的现场连接的作法中，虽有“一级和二级时，宜采用能将塑性铰自梁端外移的端部扩大形连接、梁端加盖板或骨形连接“的规定外，其余都未作加强连接的规定是欠妥的.

7在连接设计方面应采取的改进措施

（1）通过以上几个算例充分证明新《抗规》把2001版《抗规》中焊缝的y由0.90降为0.75，使二者之间变成了毫无强弱关系的“等强连接”，也缺规定按抗震等级四级到一级依次改为y=0.75 乏理论根据.为此建议将新（抗规》中y=0.75的~0.90（即将其中的上限值仍恢复到2001版抗规》中y=0.9的规定）.使某些重要构件的重要部位如在梁柱节点连接中的连接焊缝连接加强后 的承载力设计值达到不低于构件承载力设计值的1.0 1.2倍.

（2）基于在新抗规》中所提供的连接计算公式实用价值较低因此须将其进行比较彻底的修改并使之能够适应在不同构件之间建立不同连接条件下 的计算式.

（3）在连接计算进行彻底修改时，建议进行如下改进：

1）在焊接连接中，可以不必分为两阶段来计算.因为对连接焊缝和母材，其弹性和塑性本来就 存在逻辑关系所以在弹性阶段，只需要将连接用计算式M²=（MrVr)求得的加强板的截面面积A与连接用极限承载力计算式M≥B（MV x）求得的加强板的截面面积A彼此相等为条件来进行推

《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068-2001) 的技术合理性与依据

李明顺胡德忻史志华

（中国建筑科学研究院北京100013）

[提要]简要回顾了我国建筑结构可靠性设计的历史沿革，介绍了以概率为基础的极限状态设计方法的基本原则和可靠度水准的设置依据，以及这一设计方法在国际上的发展情况，澄清了一些模认识，同时对该方法与日渐兴起的以性能为基础”的建筑结构设计之间的关系提出了作者的思考.

[关键词]建筑结构可靠性可靠指标失效概率校准法

This paper reviews the history for the reliability design of building structures of our country. Basic principles of the probability based limit state design method and reliability levels of building structures are introduced. The devekp-ment of this method in the world is also mentioned. Some fuzzy view points have been cleared away. Finally the relationship bet ween probability bused met hod and performance based method has been discussed.

Key words building structures; reliability ; reliability index ; probability of failure ; calibration method

也给学校教学带来混乱，社会反响强烈.”文革”结束生命财产安全，是历来建筑结构设计标准必须首先面重点规范课题一-结构安全度与荷载组合”，中国建 建筑结构的可靠度直接关系到房屋建筑使用者的后，当时的主管部门下达给中国建筑科学研究院一个一个国家综合性技术经济政策问题，实质是选择一种个单位参加课题研究，旨在解决各材料结构设计规范 安全与经济相对最佳的平衡，绝对不是从安全或经济在结构安全度与荷载组合问题上存在的混乱.大家深

一、我国建筑结构可靠度设计标准的回顾

对和需要审慎解决的重大课题.建筑结构可靠度也是筑科学研究院会同各材料结构设计规范管理组等近百任何单一角度所能解决的.我国在《建筑结构设计统知用老观念、老框架、老经验根本无法解决各材料结构一标准）（GBI68一84）发布以前虽然没有专门的国家标安全度设计方法不统一的问题，只有解放思想，借鉴国载规范以及各种材料的结构设计规范中还是明确的，并放在最重要的地位上.

美国土木工程学会结构安全度委员会早在20世纪50年代就开始研究安全度的定义，得出以概率概念定义安全度方法比较科学的研究结果：加拿大标准协展对建筑结构可靠性设计问题的研究，在当时历史背会提出以概率理论编制新的钢结构规范：美国C.Allin计方法（三系数”指超载系数、材料匀质系数、工作条方法：国际标准化组织ISO在20世纪80年代初发布件系数），应当承认该设计方法在当时具有一定的先进的《结构可靠性总原则》第1版，也提出基于概率的极性，它首次引进了极限状态的概念，部分地融进了概率限状态设计方法的国际标准：20世纪70年代初，由欧应力协会、国际桥梁与结构工程协会、国际材料试验实结构设计规范.在当时的历史条件下，强调所请独立联合委员会（JCSS）”，并共同起草了一套国际统一标 20世纪70年代初，原国家建委布置修订各材料验室联合会等六大国际组织参加的国际结构安全度自主、自力更生”，各材料结构设计规范修订组在结构准规范”的国际体系文件，其第1卷为各类结构和各老K"方法，混凝土结构规范采用中老K"方法，钢结我们很有启发作用，使我们眼界大开.在课题组内，大 可靠性设计方法上各行其是，如砌体结构规范采用大种材料的共同统一规则”，这些资料、动态、成果对构规范和木结构规范则采用一带小老x"构成的容许家经过热烈深入地讨论，取得了以概率理论解决结构

新中国建国初期，我们无条件也没有可能专门开景下顺理成章地全盘套用前苏联三系数"极限状态设Cornell教授系统地提出一次二阶矩简化实用概率设计国工业建筑以自重为主的屋盖结构上出现过事故.

应力设计方法，其结果不仅给设计人员带来诸多不便，安全度和荷载组合问题的共识，并以此作为主攻方向.

当时面临的最大难题是收集、实测与分析各种各样的营工作，不能正常运营工作即为失效.故在论及建筑十分宝贵的统计数据，如楼面荷载的实测资料（住宅、办公楼、商店、轻工厂房），风雪荷载的记录，混凝土、的统计数据等等，另一方面与高等院校统计数学老师3）在正常维护下具有足够的耐久性能：4）在设计规定结合，学习、掌握统计数学概念，并加以运用，以正确思的偶然事件发生时及发生后，仍能保持必需的整体稳路指导结构安全度与荷载组合”的课题研究.首先明 确理论与实践的关系，强调实践第一的观点.因为，确保结构安全是结构设计追求的首要目标，而不是理论上说得如何动听所能解决得了的问题.解决这个问题概率作为度量结构可靠性的尺度，而尺度大小取值却能、几何参数等基本随机变量x，（i=1，n）构成的 最宝贵的是长期实践获得的可靠经验，于是出现了以采用了以实践经验为基础的校准法.至于复杂与简函数.单、精确与简化问题，因标准规范的研究旨在解决广大设计人员的设计实用问题，要求给予最大可能的简化. 根据现阶段的研究水平，仍以截面的可靠度为出发点，作为相对比较的尺度，代替尚未进入实用阶段的结构体系可靠度：以随机变量最大值的随机变量模型偏安全地代替随机过程模型.

以国内实测统计资料为基础，立足国内大规模建设经 20世纪80年代以来，借鉴国外先进经验，同时仍验，形成了以概率理论为基础的建筑结构可靠度设计方法一基于概率的极限状态设计方法，这是原《建筑结构设计统一标准）（GBI68-84）的基本特点.该标准 自1984年发布实施以来，在其指导下，于20世纪80年代末期相继完成了各材料结构设计规范的修订任务.按这批规范，全国设计建造了100亿m²以上的各类建筑，说明上述设计方法是可行的.同时，在该标准 的影响和国家工程建设标准主管部门的推动下，这套设计方法从房屋建筑领域扩大到铁路工程、公路工程、《工程结构可需度设计统一标准》《港口工程结构可靠确方法可称为水准3概率极限状态设计方法.经过简 港口工程、水利水电工程领域，先后编制并批准发布了度设计统一标准》、《铁路工程结构可靠度设计统一标准》《水利水电工程结构可靠度设计统一标准》、《公路工程结构可靠度设计统一标准》.如此全方位地实施工程结构可靠度设计统一体系，可以不夸张地说，是我 国改革开放政策在工程结构可靠度设计领域取得的重大科技进步.当然也要看到工程结构可靠度是一个复杂的科学技术问题，尚有许多攻关任务有待进一步攻克，有待进一步改进完善.

二、基于概率的极限状态设计方法的基本原则

1.建筑结构的基本功能要求

建筑结构可靠与否是指其基本功能是否能正常运

统计数据.在标准规范主管部门的支持下，各材料结结构的可靠性之前，要首先界定建筑结构的基本功能构规范管理组积极努力、分工负责，一方面取得了大量要求.《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068一2001）要求结构在规定的设计使用年限内应满足下列功能要求：1）在正常施工和正常使用时，能承受可能出定性.

2.功能函数和极限状态方程

对每种功能应建立其功能函数和极限状态方程：

式中功能函数g（）是由结构上的各种作用、材料性

按极限状态设计，当符合下列要求时即表示可靠：

gfX1.X2..x)20或失效区z<0. 在基本变量的空间内，可以确定结构的可靠区.即Z= 当功能函数中仅有抗力R和作用效应s两个综合基本变量且考虑极限状态方程为线性方程的简单情况时，结构极限状态设计应满足的要求可用下式表达： 此郎R-S模型”，也是实际采用的模型.这是结构可靠或失效的模型问题. 3.实用简化计算问题 这个问题如不解决，这套基于概率的极限状态设计方法还只能是空中楼阁.上述多变量的功能函数和极限状态方程是：维空间上的曲面.计算十分繁复，更何况从严格意义上讲许多基本变量不单是随机变 量，而且是以时间为参数的随机过程，比较典型的如风作用.此外，还有基本变量之间是否相互独立，即是否考虑联合分布问题.比较全面考虑以上各种问题的精化.降为水准2、水准1.我国采用的基于概率的极限状态设计方法是将功能函数和极限状态方程按两个综合基本变量考虑.即： 假定R和s为统计独立时.失效概率为 式中fk{r).fs（s)分别为抗力R和作用效应s的概率密度函数. 为进一步实用简化，《建筑结构设计统一标准》 （GBJ68一84）采用改进的一次二阶矩验算点法，该方法656年次的标准风速和风向记录，标准风速取离地面 也称为考虑基本变量概率分布类型的一次二阶矩方10m高度处自动记录10min的平均最大风速，由风速法”.该方法首先由美国人Cornell提出，1976年又经换算可得风压；6）雪荷载，取有雪的16个城市的气象德国拉克维茨（Raxckwitz）等改进为验算点法.即当基台、站384年次的年最大地面雪压资料，同时考虑房屋在极限状态验算点处采用当量为正态分布，并取当量 本变量不按正态分布时，计算失效概率或可靠指标时正态分布的平均值和标准差进行计算.这个方法是JCSS在《结构统一标准规范的国际体系》（第一卷）附录中推荐采用的方法，其最大特点是失效概率计算可 以考虑基本变量不同分布的影响，大大提高了计算的准确性. 很明显，经各种处理后，P只是失效概率的运算实际发生的失效概率为逼近目标的概率运算值，其作 值.并不等同于结构构件实际发生的失效概率而是以用在于可作为各种结构可靠度相互比较的一个尺度. 4.极限状态方程的数学-力学模型 算已比较成熟，现行规范都有明确的极限状态设计表 由于近代科学技术的发展，常用的结构承载力计达式，这是基于概率的极限状态设计的基础，在此基础上需重点解决其可靠性设计问题. 5.荷载的统计特性 和可以接受的分布假设是推行这套设计方法的关键， 收集基本变量的实测统计资料，求得其统计参数也是工作量巨大的工作.在上级标准主管部门的领荷载规范管理组及其相关协作单位近百个，按统一要 导、支持和推动下，依靠各材料结构规范管理组和建筑求，分别调查、实测和统计了恒荷载、民用楼面活荷载（办公楼、住宅、商店）、风荷载、雪荷载以及普通型钢、冷萄型钢、混凝土、钢筋、砖砌体、木材等强度变异和几 何尺寸变异等基本数据，如楼面活荷载实测实量，从南到北.抽样近10万m：对风、雪荷载统计了新中国主要城市有记录以来的气象数据：又如混凝土强度统计全国了10万个试块的试验结果，历时二年多完成了这项十分艰巨的工作. 此外，对下列随机变量样本进行了分布假设检验，其显著性水平统一取0.05：1）恒荷载，在全国6大区17个省、市、自治区实测了2667块大型屋面板、空心板、槽形板、F形板、平板等钢筋混凝土预制构件的自 重，以及20000多m²找平层、垫层、保温层、防水层等约10000个测点的厚度和部分重度：2）办公楼楼面活办公室，总面积63700m²：3）住宅，全国10个城市566 间住宅，总面积7000m²：4）商店，全国10个城市20栋百货大楼214个销售部、柜台，总面积25200m²：5）风荷载，取全国18个省、市、自治区29个气象台、站共式中：Y.为结构重要性系数：YYqY分别为永久 积雪与地面雪压的差别. 6.结构可靠度的尺度问题 任何一种科学技术的发展都需要有与之相适应的寸度量尺度.在建筑结构可靠性设计历史上曾用过安全系数度量结构的可靠度，在采用单一安全系数设计时， 砌体规范对偏心受压构件安全系数K取2.3，而混凝土结构规范对偏心受压构件安全系数取1.55，但可靠指标计算结果，砌体偏压构件β为3.32，而混凝土偏构，这说明安全系数虽然可以调整安全度的大小，但不 心受压构件β为3.63，其可靠指标反而大于到体结能解决各规范之间以及规范内各部分之间的安全一致性问题，更不能作为衡量安全度大小的尺度.在结构 构件进入极限状态设计阶段后，安全系数量度的租糙与模糊越来越显示出其不适应性，结构分析方面的计算机化所带来的优越性被粗糙的、模糊的安全系数所掩盖，如各种可变荷载概率模型化和建筑本身的日益 复杂，以及荷载多种组合和最不利组合，都无法用安全系数描述，笼统的安全系数绝对不能用破坏的安全倍数来解释，而要求对安全裕量的大小予以量化.因此这种笼统的安全系数的度量尺度势必会被历史所更 新.新修订完成的《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068-2001）借鉴1998版的国际标准《结构可靠性总原则》（ISO2394：1998）将失效概率作为度量结构可靠性大小的尺度.该标准定义：建筑结构可靠性是 建筑结构在规定的时间内，在规定的条件下，完成预定功能的能力：将建筑结构可靠度定义为建筑结构在规定的时间内，在规定的条件下，完成预定功能的概率.完成预定功能的概率越大，结构就越可靠，而不能完成 预定功能的概率为失效概率，这种概率越小越安全，越大越不安全.采用这种定义较以往习用的定值的安全系数概念更加清晰，更加科学，是在可靠度（包括安全度领域的一次重大进步.这个定义不是我们自已的 杜撰，而是同国际标准接轨的结果.《结构可靠性总原则》（ISO2394：1998）中更加明确了结构可靠性的概率定义. 7.规范采用的设计表达式 供设计人员直接使用的是将可靠指标转化为分项荷载.抽取127个使用单位的133幢办公楼.2201间系数，如对承载能力极限状态设计，规范中实际采用的设计表达式为： ydYcSa Y So YcSo]≤ R(Y.fx.a.) 准值的效应：中为第：个可变荷载的组合值系数：R{）为结构构件的抗力函数：Y：为结构构件抗力分项系数：f为材料性能的标准值：a为几何参数的标 准值. 上述设计表达式中各项指标的取值在有关规范中标.虽然将分项系数理解为分项安全系数也无不可， 均有明确规定，不要求设计者计算失效概率和可靠指但在规范编制中如何确定各分项系数取值则要采用概率理论通过可靠指标分析确定.分项系数的取值，根据其与目标可靠指标相差为最小的条件确定，即： 式中：R为第：种结构构件在第种效应比值下按目样情况下，根据分项系数确定的结构构件抗力标准值， Rty =Y GSa Y qSQ . 综上所述，可靠度设计方法是制定技术合理又协调一致的结构设计规范的有效途径，在具体应用中已转化为各种材料结构设计规范中的分项系数设计表达 式.当设计人员按照规范要求作设计时，就已经从设计上保证了规范对结构可靠度的要求，而无需计算可靠指标β. 三、校准法是实用简化的有效途径 如果认为以完成预定功能的概率”为度量结构可靠性大小的尺度是合理的，那么可靠概率或失效概率取多少为适度则是一个复杂的问题，这个问题应当说已大大超出单纯的技术范畴.在建设部1999年7月 召开的建筑结构设计可靠度会议”上，建设部主管工程建设标准规范工作的郑一军副部长指出：建筑结构可靠度问题首先不是一个怎么修订的问题，而是一个技术政策问题.也就是说，我们要从现在的技术经济 水平出发，总结几十年来我们在这个问题上的经验和不足，充分吸取国内外的研究成果，来确定这项技术政策.我们到底在建筑结构设计中要考虑多大的安全储备，在建筑结构的安全性和耐久性上要为我们自己设 置一个什么水平的标准，，一开始就没有简单地把它看成是一个标准修订问题，而是一个牵涉到方方面面的技术政策的大问题.”建筑结构可靠性水准不是可践经验得出并为社会公众接受的安全水准.国外有些消了75号砖. 荷载标准值的效应：S为在基本组合中起控制作用霉水准.当风险率取得很高，或者说失效概率很大，政 荷载、第1个和第：个可变荷载分项系数：S.为永久专家企图通过社会调查寻找社会公众可接受的安全可的一个可变荷载标准值的效应：S第：个可变荷载标府就会采取行政措施加以禁止，核电站安全壳的失效概率要保持在10水准上，如果普通建筑结构的失效概率也要求如此小，则就过于保守了.究竞多少合适， 这是一个经验积累的渐进过程，不是通过社会调查所能定量解决的. 在编制原（建筑结构设计统一标准）（GBJ68-84）时采用了JCSS推荐的校准法选定目标可靠指标和失 效概率.混凝土结构、钢结构、薄壁冷弯型钢结构、砌体结构、木结构按共同的建筑荷载设计模型和各自材料、几何尺寸统计参数、相同的计算原则，对各自的现行设计规范不同受力状态下构件可靠指标进行计算， 得出在SGS（办公楼），SGS（住宅），SGSw组合下结构可靠指标的平均值. 建设部1999年7月召开的有45位专家参加的 （1）我国大量的工业与民用建筑实践表明，现行结构设计规范的可靠度指标，在正常设计、正常施工、正常使用条件下可以保证安全且较经济： （2）当前出现的质量事故与规范规定的设计可靠度指标无关，而是由各种非正常的人为错误、违反规范 要求造成的； （3）现行规范结构设计可靠度设定水平反映了我国几十年的实践经验，但随着国家经济发展和我国综适当调整. 合国力提高，专家们认为有必要对结构设计可靠度做 会议对（建筑结构设计统一标准》修订组提出的可靠度调整方案进行讨论并提出了宝贵意见.新修订的 《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068-2001）和《建筑结构荷载规范》对建筑结构可靠度设计做出了以下主要调整：1）楼面活载标准值由1.5kN/m²提高为2.0kN/m²；2）风、雪荷载标准值由30年一遇“提高为50年一遇”，但城市风沿高度变化的梯度风压，因城 市建筑高度和密度加大，增加了D类地面粗糙度，使梯度风有所减小：3）在承载力能力极限状态设计时，基本组合中增加了一类永久荷载起控制作用的组合，此时永久荷载分项系数由1.2改为1.35：4）改变遇风组合 规则，凡是两个及以上可变荷载都存在组合问题，过去只遇风才组合是不合理的：5）材料分项系数由各材料结构规范规定，混凝土结构将混凝土材料分项系数由通过一般计算与所谓的优化或靠领导、专家拍板所能1.35提高为1.4，取消了弯曲抗压强度f，改用轴心 解决得了的问题，这是个关系经济社会的重大问题，标抗压强度f.将HRB400级钢筋列为主导钢筋品种，砌准规范所用的可靠性水准只能是通过总结长期工程实体的材料分项系数按砌筑质量分别给予调整，同时取 级.钢筋用量增加了10%-20%. 综上所述，从制订标准规范角度看，校准法是目前实用简化的有效途径. 四、基于概率、基于性能的极限状态设计方法是国际结构可靠度设计的主要发展方向 1.可靠性理论在国外编制设计规范中应用概况 范转到极限状态设计，在国际上率先采用可靠指标β （1）加拿大20世纪70年代.加拿大建筑结构规度量结构可靠度.加拿大对荷载、荷载组合、钢结构、钢筋混凝土结构在可靠度方面作了深入的分析工作.对荷载组合的分析表明，加拿大原规范在不同的荷载 组合下，可靠指标分散性较大.对钢结构的分析表明，同统一规则进行了规定，其中提出了使用与失效概率不同长细比的钢柱β分散性较大.对混凝土结构的P一一对应的可靠指标β来度量结构可靠度.分析表明，薄板、配筋率高的梁和配筋率低的梁β分可靠度的分散性尽量缩小. 散性较大.加拿大改进结构可靠度的目的是要使结构 极限状态设计表达式为： 式中：恒载系数a取1.25.有利时取0.85：活载、风要性系数Y不应小于1.0.但当不易发生人员伤亡或 载、温度作用系数a.aw.a分别取1.5.1.5.1.25：重其它严重后果时不应小于0.8：组合系数中当L.W.7只一个时取1.0，二个时取0.7，三个时取0.6：抗力计算式中，问题由各种材料的结构规范解决. （2）美国上世纪80年代，美国国家标准局出了本专刊 National Bureau of Standards Spxecial Publica-tion577.名为美国国家标准A58以概率为基础的荷载这一套欧洲规范设计出的结构都能自动地满足β=准则的发展（A58为当时美国荷载规范）由Blingwood 等四人署名.分别代表规范标准、钢结构、钢筋混凝土结构、可靠性理论四个方面. 该专刊分析了荷载和材料大量的统计数据，以此为基础，全面分析了当时美国规范的规定，得出的结论套协调的设计规则，而不是用于给出结构真实的失效 是美国的目标可靠指标β=3.0（在重力荷载作用下）.发生率.以β=3.0为目标.优选荷载系数.得出1.2D1.6L，就按谁控制设计. 采用基于经验的1.4D1.7L.且一直沿用到今天.但（草案）和混凝土设计规范DIN1045（草案）已经屏弃 该专刊出版后的美国荷载规范，其荷载组合就用接受了美国荷载规范中所用的荷载组合及荷载系数，指标的大小来衡量其可靠度水平. 因此.美国钢结构是用了以概率理论为基础的设计方法（按容许应力设计者除外）.美国混凝土结构规范仍载，经过六年的工作，最新的德国荷载规范DIN1055 靠指标约提高0.6.可靠概率相当于提高了一个数量际混凝土2001年6月号上发表文章：从AC1318一99 以混凝土结构构件为例，经以上调整，结构构件可这种情况很快将改变.美国ACI318委员会主席在国改变到ACI318-02，表明2002年即将出版的ACI318在正文中将抛弃沿用多年的1.4D1.7L，改用美国荷载规范规定的荷载组合及荷载系数. （3）国际组织及欧洲规范20世纪80年代初，国际标准化组织ISO发布国际标准ISO2394《结构可靠性总原则》第1版，提出了基于概率的极限状态设计方于概率的极限状态设计方法和以可靠指标β作为衡量 法，最新版ISO2394：1998更加清楚明确地肯定了基可靠度的尺度. 20世纪70年代末JCSS出了一本结构统一标准规范的国际体系第一卷，对各类结构和各种材料的共 欧洲共同体委员会发起建立了一套设计房屋建筑和土木工程的协调一致的技术规则，后将此项工作交 给欧洲标准化委员会.现在出版的欧洲规范都还是预规范，待成员国试用一段时间后再修订成正式规范. Eurocode1设计基础，列出了分项系数设计表达式 指标β=3.8.欧洲规范将永久荷载系数定为1.35，可 在该规范中同时引出了承载能力极限状态的目标可靠变荷载系数定为1.5，又定出目标可靠指标为3.8.因而这个目标可靠指标主要用于Eurocode2-9各个结构设计规范的承载力计算，即确定各种材料系数（材料强度标准值与设计值之比）等，目的是使各种材料的各 种结构有一个共同的目标可靠指标，但这并不是说按3.8的要求.这一套欧洲规范并不是完全从目标可靠指标定出来的，有很大的经验成分.欧洲规范强调指 出，虽然可靠指标β与失效概率P有一一对应关系，但是β=3.8是一个概念上的数字，其主要用于发展一 中国的目标可靠指标为β=3.2（延性）.3.7（脆考虑到L/D过小时，上述组合还不足以保证安全，因性）.这决不是说美国安全度最低，欧洲最高，中国居而增加了1.4D.即1.2D1.6L与1.4D相比，谁大中.初步分析表明，我国在可需度计算中所考虑的因 素与欧美不完全相同，同时在荷载的调查统计中对荷载值的处理也与欧美存在差异，而这些都对可靠指标 （4）德国据2001年出版的德国混凝土年鉴刊

《混凝土结构设计规范》修订简介(十) 混凝土结构设计软件

夏绪勇，陈晓明，徐有邻（中国建筑科学研究院北京100013）

订对设计软件高度重视在修订过程中修订组与PKPM设计软件改版紧密结合并通过试设计，全面反映了修订 [摘要]利用程序计算和绘图已经成为结构设计的主要形式新版《混凝土结构设计规范）（CB50010-2010}修条文在软件中的落实本文从内力分析、构件设计、注意事项、程序检验4个方面，详细介绍了新版PKPM的修改内容与软件的实现供设计人员参考.

[关键词]钢筋混凝土：规范：PKPM;配筋设计

Introduction of revision of Code for design of concrete structures part X:Concrete reinforcement structure design software

Xia Xuyong Chen Xiaoming Xu Youlin( China Academy of Building Research Beijing 100013 China)

Abstraet: Software has bee the main fom of the civil engineering design. The design software is paid more attention toin the revisi of Gode r desig f cee srtzes ( GB 50010-2010) . Code preparati ps lely itegrated theimplementtion of PKPM design software. By way of trial design the revisin of the code was fally refeeted in theimplementation and modifcatioms of the new vesicm PKPM software were intrdoced uhich can pewvide reference for implementation of PKPM softare. From foee amalysis member design notes tets and several ther aspects thedesigners.

Keywords: reinforerment concrete; code; PKPM; reinforeement design

做到的是对“工程”负责而不只是对“规范”负责.

0前言

自20世纪末以来结构设计的方式有了很大的的繁重劳动提高了设计的速度和效率这是技术进 变化-运用计算机分析和作图大大减轻了设计人员步的结果.但计算机的应用是一柄双刃剑，除上述好处以外同时也产生了一些负面影响：结构设计本是复杂的、创造性的脑力劳动-原期望从低级重 复性的计算和绘图工作中解脱出来以后，设计人员可以进行更高级、更复杂的思维活动以提高设计的质量.但实际效果并不尽如人意，设计变成了简单的机械性操作.没有清晰的力学概念和必要的结构常识照样可以利用软件设计施工图-这种由“计 算机傻瓜”未经慎重思考而完成的设计，由于缺乏设计过程和计算书，如未经审核把关而直接用于工程很不可靠.

鉴于利用软件已经成为设计的主要形式，实际的形式加以落实-因此《混凝土结构设计规范》 混凝土结构的设计大多是通过设计人员以软件应用对设计程序提出了明确的要求，规范第5.1.6条规定：“采用的计算软件应经考核和验证其技术 条件应符合本规范和国家现行有关标准要求，应对分析结果进行判断和校核在确认其合理、有效后方可用于工程设计.“本次规范修订为落实上述规定，采取了以下措施.

1新规范的程序修订

（1）规范修订组吸收软件工程部人员参与规范修订全过程了解规范修改和增补内容的酝酿、讨论、修改、完善、落实-做到有关编程人员能够充分理解规范修订的技术背景.

规范不是指南和手册，并不解决具体的工程问题而只介绍设计的概念、原理及基本原则，设计是 创造性的思维活动，设计者应对规范的技术背景有深刻理解并能灵活应用，才能根据实际情况落实规范的要求.如果死抠规范条文，僵化机械地斤斤计较于枝节问题就难以做好设计.设计者应该真正

序并经7个单位对6种类型结构的10个典型工程 （2）在规范审查前，以送审稿为基础已编制程

适用性较好能够反映规范修订的原则和意图.

进行了试设计.结果表明：按修订规范编制的程序应）和构件自身挠曲的局部二阶效应（P-6效应）两种情况分别考虑

规范逐条对比列表表达了的改动内容及相应方法通过计算偏心距增大系数放大偏心距= （3）在规范最终定稿（出版清样）以后，对新旧程序修改的措施并交规范主编审核认可.对抗震、高规等相关规范，也采取了同样的措施.

原规范对于混凝土柱的二阶效应采用的是.n（ee.）来考虑轴压二阶效应的影响.这是将整体二阶效应与局部二阶效应一并考虑的近似方法.

（P效应）和构件曲引起的局部二阶效应（P-6 新规范明确将结构侧移引起的整体二阶效应效应）分别考虑.P4效应在规范第5章结构整体分析时考虑可以采用有限元方法或放大系数方法（附录B）：P-6效应在规范第6章构件承载力配筋法，该方法的基本思路与美国ACI318-08规范所用 计算时考虑.新规范的P-效应采用了C方方法相同计算挠曲构件中部产生二阶效应后的控制截面的弯矩设计值，但对排架结构柱的二阶效应按新规范附录第B.0.4条计算，仍保留了原规范的计算方式.

件.不仅要求准确反映规范修订的变化，同时也要 （4）根据上述对比和复核，修改、完善设计软求能够反映新规范“概念设计”的特点尽可能给设计人员以自主考虑和选择的机会.

（5）利用正式的设计软件，重新对试设计的10个算例进行再次设计.并通过比较设计结果，对所 有异常结果和存疑问题进行深入分析，确认程序的最终形式-

（6）在尽量完善修订规范设计程序的最终版本以后正式开始出版发行设计软件，即目前推广应用的 10版PKPM软件-

PKPM软件对于整体二阶效应（P-效应）采用了有限元计算的方式将考虑与否作为一个选项在设计参数中提供（图1）.局部二阶效应（P-8效应）则采用了新规范的C方法.对于排架结构柱，项提供在设计参数中（图1）. 按规范附录第B.0.4条考虑二阶效应，作为一个选

2构件设计中的修订问题

2.1材料和强度

本次规范修订倡导采用“高强度、高性能”材料在保证结构安全度的同时，提高材料的利用效率，以减少资源、能源的消耗达到“低碳”的目的.

新规范对混凝土材料采用的强度等级及指标取值有以下几点修改：1）C15级的低强混凝土仅限用于素混凝土结构：2）钢筋混凝土构件的强度不应低于C20;3）采用强度级别400MPa及以上的钢筋时， 混凝土强度等级不应低于C25；4）删除了原规范中关于受压小尺寸构件（截面的长边或直径小于300mm）混凝土的强度设计值应乘以0.8的规定.

钢筋材料新增了强度等级为500MPa的高强钢筋：规定梁、柱纵向受力钢筋的强度不低于400MPa 筋：用300MPa级光圆钢筋取代235MPa级光圆钢钢筋强度取值修改有：1）删除了原规范中“轴心受拉和小偏拉构件，当钢筋强度大于300MPa，按300MPa取值“的规定：2）计算柱及剪力墙约束边缘构件体积配箍率时，箍筋强度设计值不受360MPa 限制按实际钢筋强度取值.

图1受压构件二阶效应考虑设计参数

2.3斜截面受剪承载力计算

统一了箍筋受剪承载力系数；2）原规范承受均布荷 新规范斜截面受剪承载力的计算修改如下：1）载的普通梁箍筋对抗剪承载力的贡献为1.25fAh/s新规范统一为fAh/s.对于这类梁按新规范计算箍筋计算面积将增加，但按构造配筋时箍筋面积无变化；3）增加了轴拉作用下的受剪扭承载 力计算，完善了拉、弯、剪、扭共同作用下复合抗力的计算.

PKPM软件中增加了500MPa的高强钢筋-为兼顾过渡期或既有结构的设计在增加300MPa级光圆钢筋的同时，保留了235MPa级光圆钢筋.按 条文说明的规定235MPa级光圆钢筋的强度指标按原规范取值-

PKPM软件对普通楼面梁都按承受均布荷载作参考国外规范并在研究的基础上受压构件的用的梁进行斜截面抗剪计算斜截面承载力计算公式的修改会影响到箱筋面积.对于存在轴力的梁，

2.2受压构件的二阶效应

二阶效应分为结构侧移的整体二阶效应（P-效

2.4受冲切承载力计算

新规范受冲切承载力计算降低了多余的安全储备：1）混凝土板受冲切承载力计算公式中有效预压应力对承载力的贡献由原规范的0.15au_h调整为0.25a7_h：2）配置筋或弯起钢筋受冲 切截面限制条件由原规范的F≤1.05fmu_h.调整为F≤1.2fu_h.;3）配置箍筋或弯起钢筋受冲切承载力计算公式中混凝土承载力的贡献由原规范的0. 35f u_h.调整为 0. 5f _h.-

2.5裂缝宽度验算

新规范对裂缝宽度的计算作了较大的放松，公式与原规范相同，但是对荷载作用与计算参数作了两项改动：1）对于三级裂缝控制等级的钢筋混凝土构件最大裂缝宽度按荷载准永久组合（原规范为2）对于受弯或偏心受压的钢筋混凝土构件及预应力混凝土构件构件受力特征系数α.分别由原规范的2.1修改为1.9;1.7修改为1.5.

这两项修改对于钢筋混凝土构件的裂缝宽度计算结果明显减小减小幅度约30%.

2.6受弯构件度验算

相应于裂缝宽度的验算，挠度验算修改如下：1)对于钢筋混凝土构件挠度计算按荷载准永久组合计算（原规范为标准组合）：2）修改了准永久组合 条件下长期刚度的计算公式.

根据上面的修改内容新规范较原规范度计算结果减小减小幅度约10%-20%.

PKPM软件的施工图程序可以对楼板和梁根据据裂缝控制宽度反算需要配置钢筋的数量. 实配钢筋完成裂缝和挠度的计算校核，而且可以根

2.7框架柱的最小配筋率

新规范中柱纵向受力钢筋的最小构造配筋有所提高：1）非抗震情况下，采用400MPa钢筋时柱全0.55%；2）抗震情况下对于不同抗震等级情况下， 截面最小配筋百分率由原规范的0.50%调整到用400MPa钢筋时柱全截面最小配筋百分率较原规范增加0.05%；3）对于框架结构中的边柱、中柱，还须再增加0.10%.也就是说对于框架结构中的 框架柱柱全截面最小配筋百分率较原规范最大可能增加 0.15%.

2.8框架梁支座最大配筋率与受压区高度

框架梁端受拉钢筋的最大配筋率有所放松，由原规范的强条“不应”大于2.5%调整为“不宜”大

2.9连梁构造配筋率

2.10剪力墙边缘构件配筋

算；如果为轴压力则偏安全地忽略轴压力的影响.钢筋的配筋率不小于受拉钢筋的一半时，最大纵向 受拉配筋率可以放宽到2.75%.

框架梁支座受压区高度要求：抗震情况下一级不大于0.25h.，二、三级不大于0.35h.新规范第5.4.3条新增了对于非抗震情况下调幅梁最大受压区高度不大于0.35h.的要求.

PKPM软件是通过增加受压钢筋来控制受压区高度的，是否通过采用配置受压钢筋来控制受压区高度软件中提供了一个选择参数（图2）.当选择计入受压钢筋时如果计算出的受压钢筋面积达到受拉钢筋50%以上软件自动调整最大纵向受拉配 筋率放宽到2.75%.

图2框架梁端计入受压钢筋参数

连梁的构造配筋率在原规范中没有单独规定，一般设计都按框架梁的要求来控制最小、最大构造配筋-新混凝土规范、新高规都对连梁的最小、最大 构造配筋进行了单独的规定.

对连梁抗震情况下纵向受拉钢筋的最小、最大配筋率要求，薪规范与新高规的规定略有不同，PKPM软件目前是按照新高规来执行的.

新规范对剪力墙边缘构件配筋设计的要求有较多修改影响较大的有以下几项：1）约束边缘构件增加了对三级抗震底部加强区的要求；2）边缘构件的配箍特征值、长度根据轴压比大小作不同要求：轴 压比较小时，体积配箍率有可能减小到原来的60%边缘构件的长度也有大幅减小：3）构造要求的最小约束边缘构件长度有所减小，从原规范的（450mm1.5B）较大值调整为（400mm1.0B）的较大值.

新规范11.7.17条或新抗规第6.4.5条规定，一 在重力荷载代表值作用下轴压比较小时，根据二、三级底部加强区可以只设置构造边缘构件.是否按此执行在PKPM软件中提供了设计参数的选择(图3).

图3剪力墙边缘构件设置参数

结构分析与设计内力的修订问题

下面讨论影响结构整体分析结果与构件设计内力相关的几个问题

3.1梁刚度放大系数

楼板对梁刚度的影响，可以通过梁刚度放大系数反映.传统一般都是全楼指定一个统一的中梁刚度放大系数与边梁刚度放大系数而实际上楼板对 梁刚度的影响与楼板的厚度、梁的截面尺寸等因素有关.新规范第5.2.4条规定“刚度增大系数应根据梁有效翼缘尺寸与梁截面尺寸的相对比例确定”.如图4中两个不同截面尺寸的梁在相同的楼板布置下考虑楼板影响梁刚度增大系数为考虑有 效翼缘宽度的T形截面惯性矩与矩形截面惯性矩的比值

图4混凝土梁有效翼缘尺寸示意

上述两个梁的刚度放大系数分别为：

350mm×800mm梁： _ 2.532 × 105.153 ×10* = 1. 98

PKPM软件通过参数来选定梁刚度放大系数的计算方式（图5）可以选择按新规范自动计算取值， 也可采用统一的指定一个刚度放大系数，当选择“梁刚度放大系数按2010规范取值”时，PKPM软件自动按照新规范表5.2.4计算每根梁的等效翼缘宽度与刚度放大系数，梁刚度放大系数的不同取值确定的结构整体刚度会影响结构的周期、地震作用的 大小和梁柱的弯矩分配，对结构的整体分析结果有较大的影响.

图5梁刚度放大系数选择参数

对某框架工程，中梁的刚度放大系数分别采用1.02.0和按新规范计算3种情况下的结构前3阶周期和某一框架梁端的控制弯矩、配筋的比较结果列于表1.

刚度放大系数 第1附 0.828 1 1.0 0.725 9 2.0 新规范计算 0.720 3周期/ 第2附 0.674 3 0. 737 0 0.655 5 0.595 6 0.659 8某巢铺 M/kNm 第3阶 686 126- 0. 590 9 981A /mm² 2 767 4 057 4 268

3.2设计内力调整

新规范对于抗震情况下的强柱弱梁、强剪弱弯框架柱，内力调整系数有20%-30%的大幅提高 的内力调整系数有较大的修改，尤其是框架结构的（表2）其中一级按超配系数1.15列出数值.

框架结构框架柱内力调整系数比较 表2

抗震 强柱弱梁固端弯矩强剪弱弯节点核心区一级 等级 02版10版02版10版02版10版02版10版 1.4 1.7 1. 51.7 1. 41. 51.35 1.5二级 三级 1.2 1.1 1.5 1.3 1.2 1.1 1.5 1.3 1.1 1.2 1.3 1.2 1.2 1.0 1.3 1.2四级 1.01.21.01.21.01.1

当构件按地震作用控制设计时，内力调整系数的变化对构件的设计内力与配筋结果有着直接的影响：当配筋为构造要求控制时内力调整对配筋设计结果没有直接影响

3.3一级抗震剪力墙底部加强区设计内力

对于一级抗震剪力墙底部加强区剪力墙配筋计算采用的设计弯矩原规范规定的为墙肢底截面，也矩取±0.00位置墙底截面弯矩：新规范改为按各层 就是底部加强区其他各层的墙体配筋采用的设计弯各自的底截面弯矩进行剪力墙的配筋设计，这样，对于一级抗震的底部加强区除±0.00位置楼层外的其他底部加强区楼层，剪力墙正截面计算配筋会有较大幅度的减小.

4 新旧规范软件计算比较的注意事项

采用新版本的10版PKPM软件与原规范版PKPM软件进行相同工程条件计算对比时，需要注意下述问题

4.1采用相同的梁刚度放大系数计算

原规范版本梁刚度放大系数中梁、边梁全楼分别采用统一的一个值，而采用10版PKPM打开旧工程数据时，程序会自动选择“梁刚度放大系数按2010规范取值”采用新规范分别计算每个梁的等 效翼缘宽度与刚度放大系数.为了保证结构刚度一致，需要去掉该选项采用与原规范一致的中梁刚度放大系数-

4.2连梁刚度折减系数新旧规范要求不一样

原规范对于的荷载工况计算都采用了连梁

刚度折减系数，而新规范只对地震作用分析考虑连对，10个实例对于结构体系和构件形状尺寸的合理梁刚度折减，恒、活、风荷载作用不考虑连梁刚度折确定、混凝土强度和钢筋品牌的优化选择以及对设减.为保证对比分析时新旧规范版本软件计算采用计方案的自主选择等都作了充分考虑，因此设计实 的连梁刚度相同，可以在新旧规范版本软件计算参数中把连梁刚度折减系数都取1.0（图6）.

例具有设计样板示范的作用-

这一轮正式设计的结果与试设计相差不大，主要结论如下：

度的条件下，混凝土用量无明显变化，用钢量有波 （1）修订规范与原规范比较在适当提高安全动，与采用钢筋的品牌与强度有关.

图6连梁刚度折减系数

（2）修订规范增加配筋的因素有：箍筋抗剪承载力计算修改降低：保护层厚度加大引起有效高度减小：高强钢筋带来锚固、搭接长度增加：最小配筋 率调整增大；抗震构造措施加严.

4.3排除计算长度系数不同带来的柱配筋差异

在原规范中规定，当水平荷载作用产生的弯矩占总弯矩的75%以上时需要按原规范第7.3.11-3条确定计算长度系数.原规范版PMPM软件中提供了执行这一条的参数选项（图7），当执行这一条 时部分工程可能确定出来的柱的计算长度系数较大，导致配筋较大，新规范把这一条取消了，为了保证新旧规范版本软件计算对比时计算长度系数相7.3.11-3条确定计算长度系数. 同采用原规范版软件计算时，选择不要考虑第

（3）修订规范减少配筋的因素有：正常使用极限状态改用准永久荷载组合：裂缝宽度计算值减小；柱的约束箍筋体积配率以抗拉强度计算；采用机械锚固、机械连接等缩短长度-

（4）应合理选择混凝土结构的主力配筋为400，500MPa级钢筋及各种预应力筋；300MPa级作辅助配筋.同时发展钢筋机械锚固、各类接头形式以及专业加工配送推进建筑产业化进程.

同情况用钢量减少差异较大：荷载、内力很大且由承 （5）采用高强高性能钢筋取代低强钢筋后，不载力确定配筋时效果明显：荷载、内力不大而由构造配筋的情况效果不明显.

图7原规范版软件混凝土柱计算长度选项

4.4排除保护层厚度意义不同带来的差异

工程适用性较好，在适当提高安全储备、抗灾能力 （6）综上所述，修订规范版PKPM设计软件的和耐久性的情况下通过技术进步和采用高强钢筋，总用钢量稍有下降，有效地落实了节材、减耗、环保的目标.

在原规范中定义的保护层厚度为纵向受力钢筋的保护层厚度导算梁、柱有效截面高度h等于截面 的保护层厚度原规范版本PKPM软件中根据输入高度减保护层厚度，再减12.5mm，其中12.5mm为主受力钢筋直径的一半，新规范为最外层钢筋的保护层厚度对于梁柱构件来说通常是箍筋，也就是保 护层厚度为箍筋外皮到构件表面的距离.10版PKPM软件在计算有效截面高度时按链筋直径为10mm计算h.等于截面高度减保护层厚度，减去10mm再减去12.5mm.这样在新旧版本软件中如果设定相同的保护层厚度新版本软件中计算出的 有效截面高度较原规范版本的小10mm，为了保证有效截面高度相同，在进行相同条件新旧版软件对比时可以在新版软件计算时设定的保护层厚度取旧版保护层厚度减10mm.

规范修订的培训和设计软件-工程算例的讲解，宣贯 目前国家标准管理组和软件工程部正通过对规范的修订技术背景，并引导设计人员正确利用设计软件进行工程设计，

6结语

凝土结构理论将不断发展，设计规范也不可能尽善 随着结构材料、安全抗灾、工程需求的变化，混尽美而将通过科研试验和工程实践继续修订.从来规范修订只解决在一定条件下的合理稳妥和相对安全.由规范引起的某些不足在所难免反映在设 计软件上也不可能合理地解决的工程问题，但是设计软件必须能够正确反映规范修订的意图：因此正确、深入理解规范修订的技术背景才是最重要

5 新版程序的检验

根据设计规范的要求，计算软件应经考核和验证国家标准管理组和软件工程部用正式版本的设计软件重新对试设计的10个工程实例再度设计并的，结构设计程序的编制应紧密依靠规范修订和规进行校核检验，再设计目的不是与原设计作简单比

（下转第127页）

《高层建筑箱形与筏形基础技术规范》讲座（一）

彭安宁钱力航

（中国建筑科学研究院北京100013）

[播要】介绍（高层建筑箱形与筏形基础技术规范）（JGJ6-99）的有关背景资料.规范第一章至第四章内容对于高层建筑基础方案的选择与确定是重要的，直接与基础工程的合理性、经济性和安全性密切相关.

[关键词】高层建筑基础箱形基础夜形基础地基勘察地基承藏力沉降计算

The background of Technical Code for Tall Bailding Box Fomndarions αnd Rafr Fondarioms is intro duced in the First Lecture. Readers can briefly understand the developing of foundation engineering forhigh-rise building in china. The content of chapter 1 to chapter 4 are included. The soil investigation umoj o uops a o uuod a ae aq pmp aue ssfeue as pue ee uuq dation plan snd closely relatimg to economy and sefety.

Keywords: foundastion; bigh-rise building: box foundation: rsft foundation; soil investigation: bearing capacity isetlement analysis

箱形基础进行了大量修订补充外，还增加了夜形基础、柱-箱、桂-筏基础.与JGJ6-80相比.不仅内与形基础技术规范）（JGJ6-99）（以下简称规范）容上扩展量大，而且容纳了近年来我国工程建设中 的先进科研测试成果和工程实践经验，具有较高的理论水平和实用性.为便于广大设计人员更好地理解，运用规范JGJ6-99，我们编写了本讲座，也是我们参加编制工作的一些体会，仅供大家参考.

一、概述

1999年11月1日正式实施的（高层建筑箱形是（高层建筑箱形基础设计与施工规程）（JGJ6-80）的发展及延续，也是国内高层建筑发展的促进的结果.20世纪七十年代国内的高层建筑主要为10一12层板楼，八十年代则主要为12-16层板楼和16 -18层塔楼.结构体系主要有框架、框架-剪力墙和剪力墙，平面布局较为简单规整，箱形基础的应用十分普遇.规程JGJ6-80是适应当时的需要面编 新的.八十年代末期二十层以上的高层建筑迅速发展，建筑层数突骏60层，高度突破200m.由于高层建筑要满足商业、办公等活动的需要，大开间、大柱体结构和其它新型结构体系也相继出现，建筑的平、 网的建筑得到发展，除了传统的三大结构体系外，赞立面也由过去靠用的矩形向复杂的造型发展，规程JGJ6-80已不能满足设计工作的需要.因此，中国 建筑科学研究院会同北京市建筑设计新究院、北京市融察设计研究院、上海市建筑设计研究院、中国兵器工业需察设计研究院、辽宁省建筑设计研究院和北京建工集团总公司等单位编制了新的行业规范 JGJ6-99，以代替规程JGJ6-80.

二、总则

总则主要强调制定本规范的目的、适用范图、必须考虑的重要原则以及与其他现行有关标准的相可 关系，应该引起设计人员的重视.

1.0.2条指出*本规范适用于高层建筑箱形和筏形基础的勘客、设计与施工”，而规程JGJ6-80则主要是用于设计与施工.之所以把勘察也包括选 来，主要是考速到高层建筑基础汇程在整个建筑程中的重要性，考虑到它对整个工程的经济性和安全性都有很大的影响，综合考虑期察、设计与辨1更有利于产生合理的设计方案.

1.0.3条仍然强调了综合考虑各种因素进行设计与施工的概念，面且特别要求考虑与相邻建筑的相互影响.因为沉降的影响继而引起高层建筑的颜 斜、基础及结构物的内力变化，危及建演物的安全或正常使用.面高层建筑基础施工导致相邻建筑报

规范JGJ6-99与规程JGJ6-80相比，除了对

环，甚至毁坏的例子更是时有发生，经济损失巨大.对此必须事前考虑，并采取有效措施.首先必须准确预估相互影响的程度，分析可能引起的后果，然后考虑基坑开挖时的坑壁支护间题，进行合理的支护 设计与施工.另一项必要的工作就是与施工同步进行监测，主要包括原有建筑和新建筑的沉降观测、裂并常，及时采取措施，实践证明这是十分有效的. 缝监测、基坑的垂直与水平位移蓝测等.一旦发现

线范）（GBJ108-87）、《地下防水工程施工及验收规范）（GBJ208-83）《建筑工程质量检验评定标准）(GBJ301 - 88).

三、规范JGJ6-99中箱筏基础的定义

规范所指的箱形基础是指由底板、顶板、侧增及一定数量内隔编构成的整体刚度较好的单层或多层钢筋混凝土基础.在规范以后的条文中，对增体的 数量、墙体和顶、底板的最小厚度、墙体开润等都作了明确的规定.符合这些规定的才是规范所指的箱基.关于筏形基础的规定则没有这样严格.之所以法相一致的. 对籍基有这样严格的定文，是与规范规定的计算方

本条强调的第二个问题是考虑地基基础和上部结构的共同作用问题，这是一个比较复杂的问题.这两个问题都具有很强的学术性，至今尚未能圆满 首先是考虑还是不考虑，其次就是怎样考虑更合理.解决.但过去的经验表明，JGJ6-80计算整体弯曲考虑上部结构与箱形基础共网作用的经验公式是有 效且安全的.由于上部结构参与工作，一般能使箱形和筏形基磁的最大弯矩降低20%左右.当然，这里采用的是简化公式，规范并不限制设计人员采用其他有效的计算方法.

四、地基动察

-99增加了较多内容.多年来，高层建筑工程实践 JGJ6-80关于地基勘察的规定只有5条，JGJ6使人们逐渐认识到地基基础和地基勘察的密切关系和重要性.需察报告应提出可采用的基础和基坑支护的建议方案.设计人员还应根据建筑物的重要 性、地基的复杂程度、上部结构的状况和施工条件进行综合分析，最终决定采用何种方案，也可根据需要提出勤察要求，甚至补勘.

JGJ6-80对其适用范围作了限制，即适用于层数在20层以下、建筑高度不超过60m的高层建筑.作此限的主要原因是当时采用的实测资料多为此 范图内的高层建筑，而且当时高层建筑还比较少，对更高的建筑缺乏直接的设计施工经验.经过十多年计其数，我们已经能够从中总结出足够的经验，再作 的飞速发展，我国已建成的高层和超高层建筑已难类似JG]6-80的限制就没有必要了.

作为高层建筑的地基，稳定性和均匀性是最为重要的两个条件，撕探点的布置主要就是以此为依据.规范JGJ6-99规定单高层建筑勘探点不应少于5个，比JGJ6-80的规定增加了一个.这与 《高层建筑岩土工程勤察规程》的规定“每一单体的一级高层建筑，防探点数量不应少于6个，二级高层的4个点，对评价一个场地的地质情况常感不足，如 建筑不应少于4个“也略有区别.按JGJ6-80规定图1所示矩形基础，如果比较长，仅四角布孔，绘制地质剖面图就比较图难，如果是5个孔，即在中心布一个孔，情况就好得多.当然，如果建筑物的基础平 面面积较大，或者体型较复杂，转角点较多，就需要布置更多的期探点了.

总则最后一条说明了规范JGJ6-99与国家现行有关标准的关系.由于是强制性行业标准，规范 中有明确规定的都应执行本规范：凡在规范中未列入面设计中必须涉及的问题，都应按国家现行其它有关的规范和标准执行.

关标准有：（工业与民用建筑工程地质勘察规范） 与规范JGJ6-99关系较为密切的国家现行有（TJ21-77）、《岩土工程勘察线范）（GR50021-94）、地区工程地质勤察规范）（JGJ83-91）、（建筑地基基 （高层建筑岩土工程勤察规程）（JGJ72-90）、《软土础设计规范）（GBJ7-89）、《建筑桩基技术规范）（JGJ94-94）、《建筑结构荷载规范）（GBJ9-87）、（建 筑抗震设计规范）（GBJ11-89）、《混凝土结构设计规范）（GBJ10-89）、（钢混凝土高层建筑结构设及验收规范）（GBJ50204-92）、（地下工程防水技术

范给出了计算公式为： 关于勘探点的深度规

（1）控制性勘探点

（2）一般性勘探点图1探点布置示意图

及验收规范）（GBJ202-83）、《混酸土结构工程施工深度；d为基础埋置深度：b为基础底面宽度：a； 式中：d为控制性勘探点深度：d为一般性勘探点为与土层有关的经验系数.

关于平板截荷试验.由于其压板面积较小，影示压缩层范围内土的压缩 瑞深度浅，也很难准确表性.如有条件，最好能对不同深度处的土层进行载房楼工程，采用平板截荷试验所得压缩模量也&著缩模量. 低于用实测沉降反算的压

这两个公式很明确，但基础底面宽度的确定常常引起误解，造成不必要的液费.许多高层建筑的主楼与稻房的基础埋深相同，导致基暗宽度很大， 这时6的取法就会因理解不同而异.在此应指出，在取5值时，应考虑主楼基确与据房基础的受力关础总宽80m，面主楼基础仅宽30m，且不与裙房基础 系.考虑它们的整体性以及基础刚度.如某工程基形成一个整体基础，这时如果取80m就没有必要了；如果裙房基础的宽度不很大，且与主楼基础连为度，此时如果仅以主的宽度30m作为值也是不 一体，从受力的角度看，背定会影响地基的压缩层深合适的.

图2确定航期图结 压力的kgp曲线

本章第3.4节是关于地下水的内容.地F水的资料不仅设计基坑支护必不可少，而且对基础本身 本十分重要.国内由于抗渗、抗浮设计失误查成的工程事放郡普发生过，设计时一定要重视这些问题计算水的浮力时应注愈，在渗透系数大的地基中，浮力比较明确地符合阿基米德原理，水的浮力为p Yh、式中，Y为水的重度，h为基础底面至地下水位的距离.耐在渗透系数小的地基中，浮力的大小很难准确确定.实测资料表明，建筑物所受的浮力小于水柱高度，但具体数值很难确定、因此设计 时仍按上式计算为宜，使之有一定的安全储备，

本章第3.3节的室内试验与现场原位测试具有较大的难度和工作量.高层和超高层建筑基底压力 一般较大，常规土工试验确定的物理力学参数往往不能满足设计要求.因此，第3.3.1条一开始就强调室内压缩试验的最大压力值应大于土的自重压力 与预计的附加压力之和，高层建筑基础一般都具有保理的特点，总沉降主要包括网弹再压缩和盟结沉沉降量的50%，因此在沉降计算中必须考虑回弹再 降在北京地区实满某工程的目弹冉压驿量接近总压缩问题.

进行回弹再压缩试验是必要的，本规范还要求试验压力应模损实际加卸萄的应力状态，关于前期 固结压力试验的问题，由于考虑土的应力历史，按不阿的固结状态进行沉降计算是国际上通用的方法，因此对于重大工程和有科研价值的工程仍有必要进 行该项试验，以取得沉降计算参数.但是前期固结压力试验比较璀做，对取土的质量要求较高，荷载大（3.0~5.0MPa），时间长，面且确定前期固结压力p（图2）的方法还不够成熟，较难得到准确的结果. 所以在规范中没有将前期图结压力试验列为必须进行的试验项目.

五、地基计算

主要的两个问题.由于高层建筑敢心高，在频斜本 地基的强度和变形计算是高层建筑基磁设计益相等的条件下高层建筑的重心编离基账形心的期离比非高层建筑大.从而导致基底附加力矩大、 班边缘最大、最小压力的比值（P/P）增大，进步引起更大的倾斜.地基的稳定性主要包括抗倾覆稳定性和抗滑移稳定性，排除不良地质条件（不均）性病足不了要求的情况，从国内外资料和实际践查 地基液化土.）在平原地区般不会出观稳定结果看还未发现在均匀地基上叁定导效破坏的例到不良地质条件则应另当期论.稳定性验算对于山 子，如天津、上海软土地区亦未发现此类例子.但遇区地基则是非常重要的问题.综上所述，不霍理解第4.0.1条的规定“箱形和夜形基础的地基应进行承载力和变形计算，必要时应验算地基的稳定性，

第3.3.3条现定“当需确定一级建筑物或有特殊要 规范较重视现场原位测试，并作了明确规定.求建筑物的地基承藏力和变形计算参数，应进行平板载荷试验”.室内试验的试样体积约为100cm，避免的抗动，试验结果很难准确.例如西安小雁塔 而所代表的土层体积常达上千m”，加之取土时难以工程，根据室内试验参数计算沉降量为60.18mm（平均压缩模量为6.52MPs），而实测沉降量仅为 31.4mm反算压缩横量为11.056MPa；北京建医门外16号公寓反算模量是室内试验结果的2.4倍.

规港JGJ6-99一个较大的进步是将抗震设防区天然土质地基上的箱基和疫基埋深由JGJ6-801/15、但是前提是必策考虑建筑物的高度、体型地 规定的不宜小于建筑物高度的1/10改为不官小F基土质、抗震设防烈度等因素.高度高、体型复杂.

应大一些，且必须满足抗倾覆和抗滑移的要求. 地基土质较差、抗震设防烈度较高的高层建筑埋深

计算公式如下： 规范给出的第二个箱形和形基暗的最终沉降

我国高层建筑经过儿十年的发展，高度比七十年代有很大提高，如果仍然控制在1/10，对有的建 筑物基础埋深就过大了，会造成很大的滚费，而且二十多年的设计经验和科研或果也表明，关于1/15的规定是合适的.规范的编制说明对此已有表述.

(4.0.7)

该公式是总应力法，采用变形模量E和基础底面总压应力计算沉降，该公式从理论上讲简便明确.由于采用的是总应力，计算结果包括了回弹再压缩变形.变形模量最好由载荷试验或其他可行的现场 土工试验求得，如能得到不同深度范围的E，则计算结果更为准确.

长）亦作了“不宜小于建筑物高的1/18的规定. 本现范对整箱或链夜基础的埋置深度（不计桩这一规定也是通过大量的工程实践，经过统计分析和典型工程的试算以后得到的，既安全可靠，又经济合理.

人员多提供一个可以选择使用的方法.当然如果在 规范提供了两个沉降计算公式，目的是为设计设计计算时期察单位提供了EE'，和E.等比较完整的资料，则可以按两个公式分别计算，然后根据地 区经验综合分析，作出判断，以便对沉降的预估更接近实际.

关于基础底面压力设计值的规定主要有两点需要注意：一是要求P0.即基础底面边缘的最小压力设计值不能小于零.这条规定对非高层建筑的 基础是没有的，因为高层建筑的高度高、重量大，本身对倾斜的要求和对抗频疆稳定性比较高.二是规定”当基础底面地囊组合的边缘意小压力出现零应25%”，与（建筑抗震设计规范）的规定一致.对链箱 力时，零应力区的面积不应超过基础底面积的或桩筏基础在出现零应力区实际上是拉应力区时，应验算链的抗拨力.

规范第4.0.8条规定“按公式（4.0.7）进行沉降计算时，沉降计算深度=按下式计算”：

(4.0.8)

式中：x_为与基础长宽比有关的经验值：为折减系数，与基醋长宽比有关：3为调整系数，与地基土类别有关.

式（4.0.8）是根据“高层建筑基础地基压的研究成果总结出来的.研究结果证实：1）荷载的增大对地基压缩层深度影响甚微，主要 影响总沉降量，图3为上海、北京及原苏联的实测结果：2）地基压缩

规范JGJ6-99给出的第一个箱形和夜形基础的最终沉降量计算公式：

( a # -1 1 )(4.0.6)

与《建筑地基基础设计规范）的算式相比增加了考虐且弹再压缩变形的一项P/E.因为高层建筑 一般采用多层地下室，其理置深度大，由此引起的地基回弹再压缩变形相应也比较大，往往占总沉降变形量很大比例，如果不考虑回弹再压缩变形，星然是零的情况、如果采用原来的沉降计算公式就计算不 不合适的.有时还会遇到基底附加压力小于或等于出沉降变形.实际观测结果表明，即使是完全补偿沉降实际上就是同弹再压缩.关于回弹再压缩，间 基础，基底附加压力为零，也会发生沉降变形，这种题提出比较早，但室内试验和原位测试的资料比较少，对简便实用的计算方法的研究工作微得也不多，规范提供的公式也是近似的，规范进步之处是在最 终沉降量的计算中可以考虑回弹再压缩量.关于考虑回弹影响的沉降计算经验系数，由于目前积累的资料比较少，还不能给出一张表，有待今后逐步积累和完善.在暂无经验的地区，可先按=1考虑.

图3压箱层保度与荷载的关系

层深度与基础宽度密切相关，6>10m时，两者呈真线关系，见图4：3）地基压缩层深度与地基土类别有关，随地基土粗颗含量的增多，压缩层深度减小.

除规范规定的两种方法外，压缩层深度还有别的一些计算方法，如考虑士的应力历史，按不同的固结状态进行沉降计算，在国际上也是常用的方法.该法对土工试验技术有较高的要求，对于重大工程 和有科研价值的工程，可以考虑采用.

目前常用的沉降计算方法都是基于线弹性理论，将土假定为弹性匀质体.实际上土是由矿物颗粒、水和空气构成的三相体系材料，并且还具有随

机性、多变性等不定因素.因此计算[降量总是不很精确的，绝大多数情 况都是通过经验系数，来调整.还有一个值得设计人 员注意的间题是，现在国内各有关规德、包括地区规范

式中：E为土的弹性模量：B为垂直于计算方向的基础宽度：EI方上部结构和基磁的抗弯刚度

其中，EI为基础的抗弯刚度，E为垂直于B向形 成架抗力的杆件别度，∑EaA/12为垂直于B向的剪力墙有效抗弯刚度，A为增的高度，a为增的厚度

（3）根据K，查得系数1

图4压烟层际度与基宽度关系

（4）计算差异沉降s

和本规范，沉降计算结果反映的是未考虑基础刚度 的自由沉降，用此方法确定差异沉降量然是不合理的.见图5.由于未考虑基础刚度对弯曲变形的影响.计算结果奇大了差异沉降的数值，有时因此面舍 弃了天然地基方案.国内有关规范未列入差异沉降的计算方法，而对差异沉降值却又有所限制.美国混发土学会AC1（ACI Committee 436（1996）)推荐的计算方法可供参考：

计算结果表明，随着相对度系数K，的增加，沉路差减小得很快.

本章4.0.11条明确要求建在非岩石地基上的一级高层建筑，均应进行沉降观测.对重要和复杂的高层建筑，尚宜进行基坑回弹、地基反力、基础内许多建设单位不愿进行这方面的工作.实践证明. 力和地基变形等实测工作.但由干经济上的原因，这些测试工作对保证建筑物的安全很有益处.沉降观测要求建筑物沉降变形达到稳定标准才可以终 止，如北京地区规定100d沉降量不超过1mm为稳定标准.

图5差异沉降示意

方案的选择，安全性和经济性问题非靠突出，时外 本章是十分重要的一章，地基计算关系到基础研究资料表明，天然地基基础的造价仅为桩基础的17% ~ 67% .

（1）计算平均沉降量△H（即前面介绍的自由沉降计算方法）：

（2）计算刚度系数K

（上接第63页）

题严重.

五、事故处理方案

针对该工程性身缺陷发生在浅部、缺陷桩比例大等特点，采用了以下处理方案：（1）将原桩距标高 下降500mm，原设计基底下0.6m厚灰土垫层改为1.0m厚砂石垫层，以利于下部饱和土的排水固结、提高地基承载力：（2）将原设计的砖基础改为明筋混 凝土条基，以增加结构抵抗不均匀沉降的能力.

六、几点建议

基础是隐蔽工程，施工质量的好坏直楼关系到建筑物的安全，对被基进行检测十分必要，建议 施工中做好以下几点：1）严格控制拔管速度，合呼别定施工方案：2）掌握混凝土注量，严禁技管后往械孔中二次灌注：3）保证成核混凝土的强度等级及水 泥、砂、石质量：4）强化质量管理，加强桩基检测.

（x）完整桩被形和频谱图（b）缺陷硅波形和频谱图

图2实测波形和颜谱血线图

未能及时发现间题.脊检测后，才发现桩基质量间

ICS91.140.01 P46 备案号：57472-2017 DBI1 北京 市 地 方标准 DB11/T1477—2017 供热管网改造技术规程 Technical specification for transformation of heating network 2017-12-15发布 2018-04-01实施 北京市质量技术监督局发布 DB11/T1477-2017 目次 前言 II 1范围.. ..1 2规范性引用文件..... 3术语和定义. 4基本要求......... ...2 5查勘评估.... 2 5.1一般规定 . 2 5.2管网查勘...... ...3 5.3热力站查勘.... 3 5.4建筑物供热系统查勘.. 4 5.5综合评估.. 5 6改造方案. 6 6.1一般规定... 6 6.2供热管网... 6 6.3热力站..，..， 7 6.4建筑物供热公共管道.. 7 6.5供热管网系统控制与监测.......... 8 7改造施工及验收 8 7.1一般规定 8 7.2管网. ....8 7.3热力站... . 8 7.4建筑物供热公共管道， 8 7.5系统控制与监测 .....8 7.6安全措施 9 7.7竣工验收 9 8效果评测. .....9 11 附录A(资料性附录)评估指标标准值 附录B(规范性附录)分析计算 12 I DB11/T1477-2017 前言 本标准按照GB/T1.1一2009给出的规则起草. 本标准由北京市城市管理委员会提出并归口. 本标准由北京市城市管理委员会组织实施. 本标准起草单位：北京市煤气热力工程设计院有限公司、北京市热力工程设计有限责任公司. 本标准主要起草人：贾震、冯继蓓、孙作亮、王云琦、张玉成、孙蕾、宋文、刘芃、范昕、王丹丹、 曾幸、田立顺、马锐、项婉、李晓明、吴天虹. II ...

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中华人民共和国国家标准
GB 51251-2017
建筑防烟排烟系统技术标准
Technical standard for smoke management systems in buildings
2017-11-20发布
2018-08-01实施
中华人民共和国住房和城乡建设部
中华人民共和国国家质量监督检验检疫总局 联合发布

850mm×1168mm1/324.25印张 108千字
2018年7月第1版 2018年7月第1次印刷☆
统一书号：155182·0246

根据建设部《关于印发(2006年工程建设标准规范制定、修订计划（第一批）)的通知》（建标〔2006）77号)的要求，本标准由公安部四川消防研究所会同上海市公安消防总队等有关单位共同编制而成。
本标准制订过程中，编制组遵循国家有关法律、法规和技术标准，深入调研了建筑防烟排烟系统设计和工程应用情况，认真总结了火灾事故教训和建筑防烟、排烟系统工程应用实践经验，参考了国内外相关标准规范，吸收了先进的科研成果，广泛征求了设计、监理、施工、产品制造、消防监督等各有关单位的意见，最后经审查定稿。
本标准共分9章和7个附录，主要技术内容有：总则，术语和符号，防烟系统设计，排烟系统设计，系统控制、系统施工，系统调试，系统验收和维护管理等。
本标准中以黑体字标志部分为强制性条文，必须严格执行。
本标准由住房城乡建设部负责管理和对强制性条文的解释，由公安部消防局负责日常管理工作，由公安部四川消防研究所负责具体技术内容的解释。在本标准执行过程中，希望各单位结合工程实践认真总结经验，注意积累资料，随时将有关意见和建议反馈给公安部四川消防研究所（地址：四川省成都市金牛区金科南路69号，邮政编码：610036)，以供今后修订时参考。
本标准主编单位、参编单位、主要起草人及主要审查人：
主编单位：公安部四川消防研究所
参编单位：
上海市公安消防总队
上海建筑设计研究院有限公司
中国建筑科学研究院
中国建筑设计研究院
北京市建筑设计研究院
重庆市设计院
广东省建筑设计研究院
华南理工大学建筑设计研究院
中国建筑标准设计研究院
公安部上海消防研究所
上海迈联建筑技术有限公司
广州市泰昌消防工程有限公司
长春阔尔科技股份有限公司

内容摘抄：

1.0.1 为了合理设计建筑防烟、排烟系统，保证施工质量，规范验收和维护管理，减少火灾危害，保护人身和财产安全，制定本标准。
1.0.1 本条是制定本标准的意义和目的。建筑物中存在着较多的可燃物，这些可燃物在燃烧过程中，会产生大量的热和有毒烟气，同时要消耗大量的氧气。烟气中含有的一氧化碳、二氧化碳、氟化氢、氯化氢等多种有毒有害成分，对人体伤害极大，致死率高；高温缺氧也会对人体造成很大危害；烟气有遮光作用，使能见度下降，这对疏散和救援活动造成很大的障碍。因此为了及时排除烟气，保障建筑内人员的安全疏散和消防救援的展开，合理设置防烟、排烟系统，并规范系统的施工、调试、验收及维护保养，制定本标准是十分必要的。
1.0.2 本标准适用于新建、扩建和改建的工业与民用建筑的防烟、排烟系统的设计、施工、验收及维护管理。对于有特殊用途或特殊要求的工业与民用建筑，当专业标准有特别规定的，可从其规定。
1.0.2 本条规定了适用本标准的建筑类型和范围。新建、扩建和改建的工业建筑和民用建筑，当设置防烟排烟系统时，均要求按本标准的规定进行设计、施工、验收及维护管理。对于部分有特殊用途或特殊要求的工业建筑和民用建筑，一些特殊性的措施和要求可按国家相关专业标准执行，但本标准中的通用性条文仍可参照执行。
1.0.3 建筑防烟、排烟系统的设计，应结合建筑的特性和火灾烟气的发展规律等因素，采
取有效的技术措施，做到安全可靠、技术先进、经济合理。
1.0.3 本条规定了执行本标准应遵循的基本原则。
火灾烟气发展规律与火灾规模，建筑的高度、结构、是否设置自动灭火系统等密切相关，所以在设计防烟、排烟系统时应综合考虑各因素的相互关联和影响，以达到安全可靠的设计目的。“安全可靠”是以安全为本，要求必须保证达到预期的目的；“技术先进”是要求设计合理有效，理论科学，应用可靠；“经济合理”则是要求在安全可靠、技术先进的前提下，力求经济上的合理性。
1.0.4 建筑防烟、排烟系统的设备，应选用符合国家现行有关标准和有关准入制度的产品。
1.0.4 防烟、排烟系统组件的质量是保证系统有效性的重要因素，因此要求设计中选用符合国家现行有关标准及市场准入制度的产品。防烟、排烟系统中，部分组件属于消防产品，按照现行消防法规的有关规定，消防产品必须符合国家标准；没有国家标准的，必须符合行业标准。依法实行强制性产品认证的消防产品，由具有法定资质的认证机构，按照国家标准或行业标准进行认证方可使用。新研制的尚未制定国家标准、行业标准的消防产品，应按照国务院产品质量监督部门会同公安部门制定的办法经技术鉴定符合要求方可使用。
1.0.5 建筑防烟、排烟系统的设计、施工、验收及维护管理除执行本标准外，尚应符合国
家现行有关标准的要求。
1.0.5 本标准主要对防烟、排烟系统的设计、施工、验收和维护管理提出具体的要求。除执行本标准外，还应符合相关现行国家标准，如《建筑设计防火规范》GB 50016、《通风与空调工程施工质量验收规范》GB 50243 等。

2.1.1 防烟系统 smoke protection system
通过采用自然通风方式，防止火灾烟气在楼梯间、前室、避难层（间）等空间内积聚，或通过采用机械加压送风方式阻止火灾烟气侵入楼梯间、前室、避难层（间）等空间的系统，防烟系统分为自然通风系统和机械加压送风系统。
2.1.1 防烟系统中的封闭楼梯间是指在楼梯间入口处设置门，以防止火灾的烟和热气进入的楼梯间。防烟楼梯间是指在楼梯间入口处设置防烟的前室、开敞式阳台或凹廊（统称前室），且通向前室和楼梯间的门均为防火门，以防止火灾的烟和热气进入楼梯间的构造形式。
2.1.2 排烟系统 smoke exhaust system
采用自然排烟或机械排烟的方式，将房间、走道等空间的火灾烟气排至建筑物外的系统，分为自然排烟系统和机械排烟系统。
2.1.3 直灌式机械加压送风 mechanical pressurization without air shaft
无送风井道，采用风机直接对楼梯间进行机械加压的送风方式。
2.1.4 自然排烟 natural smoke exhaust
利用火灾热烟气流的浮力和外部风压作用，通过建筑开口将建筑内的烟气直接排至室外的排烟方式。
2.1.5 自然排烟窗（口）natural smoke vent
具有排烟作用的可开启外窗或开口，可通过自动、手动、温控释放等方式开启。
2.1.6 烟羽流 smoke plume
火灾时烟气卷吸周围空气所形成的混合烟气流。烟羽流按火焰及烟的流动情形，可分为轴对称型烟羽流、阳台溢出型烟羽流、窗口型烟羽流等。
2.1.7 轴对称型烟羽流 axisymmetric plume
上升过程不与四周墙壁或障碍物接触，并且不受气流干扰的烟羽流。
2.1.8 阳台溢出型烟羽流 balcony spill plume
从着火房间的门（窗）梁处溢出，并沿着火房间外的阳台或水平突出物流动，至阳台或水平突出物的边缘向上溢出至相邻高大空间的烟羽流。
2.1.9 窗口型烟羽流 window plume
从发生通风受限火灾的房间或隔间的门、窗等开口处溢出至相邻高大空间的烟羽流。
2.1.10 挡烟垂壁 draft curtain
用不燃材料制成，垂直安装在建筑顶棚、梁或吊顶下，能在火灾时形成一定的蓄烟空间的挡烟分隔设施。
2.1.11 储烟仓 smoke reservoir
位于建筑空间顶部，由挡烟垂壁、梁或隔墙等形成的用于蓄积火灾烟气的空间。储烟仓高度即设计烟层厚度。
2.1.12 清晰高度 clear height
烟层下缘至室内地面的高度。
2.1.13 烟羽流质量流量 mass flow rate of plume
单位时间内烟羽流通过某一高度的水平断面的质量，单位为 kg/s。
2.1.14 排烟防火阀 combination fire and smoke damper
安装在机械排烟系统的管道上，平时呈开启状态，火灾时当排烟管道内烟气温度达到 280℃时关闭，并在一定时间内能满足漏烟量和耐火完整性要求，起隔烟阻火作用的阀门。一般由阀体、叶片、执行机构和温感器等部件组成。
2.1.15 排烟阀 smoke damper
安装在机械排烟系统各支管端部（烟气吸入口）处，平时呈关闭状态并满足漏风量要求，火灾时可手动和电动启闭，起排烟作用的阀门。一般由阀体、叶片、执行机构等部件组成。
2.1.16 排烟口 smoke exhaust inlet
机械排烟系统中烟气的入口。
2.1.17 固定窗 fixed window for fire forcible entry
设置在设有机械防烟排烟系统的场所中，窗扇固定、平时不可开启，仅在火灾时便于人工破拆以排出火场中的烟和热的外窗。
2.1.18 可熔性采光带（窗）fusible daylighting band
采用在 120°C〜150°C 能自行熔化且不产生熔滴的材料制作，设置在建筑空间上部，用于排出火场中的烟和热的设施。
2.1.18 可熔性采光带（窗）是一种新型透光材料，这种材料具有在火灾高温下能自行熔化且不产生熔滴的特性。安装在厂房、仓库屋顶的可熔性采光带（窗）能在火灾时及时熔化形成开口，以起到及时排烟排热的作用，从而防止建筑结构因高热受损并为救援人员提供一个较为安全的火灾扑救环境。本标准将可熔性采光带（窗）的作为火场排热设施使用时的熔化温度限定为 120℃～150℃主要基于两方面考虑：一是火灾时采光带能及早熔化形成开口，及时有效的排出火场中的大量烟和热；二是避免采光带在非火灾情况下因日照高温而熔化。
2.1.19 独立前室 independent anteroom
只与一部疏散楼梯相连的前室。
2.1.20 共用前室 shared anteroom
（居住建筑）剪刀楼梯间的两个楼梯间共用同一前室时的前室。
2.1.21 合用前室 combined anteroom
防烟楼梯间前室与消防电梯前室合用时的前室。

内容索引：

1总则(1)
2术语和符号(2)
2.1术语(2)
2.2.符号…(4)
3防烟系统设计(7)
3.1一般规定(7)
3.2自然通风设施……(9）
3.3机械加压送风设施………(11)
3.4机械加压送风系统风量计算
4排烟系统设计(16)
4.1一般规定(16)
4.2防烟分区(17)
4.3自然排烟设施·…(18)
4.4机械排烟设施·(19)
4.5补风系统(23)
4.6排烟系统设计计算…………………(23)
5系统控制……(30)
5.1防烟系统(30)
5.2排烟系统(30)
6系统施工…(32)
6.1一般规定………(32)
6.2进场检验(33)
6.3风管安装(35)
6.4部件安装…(38)
6.5风机安装(40)
7系统调试(41)
7.1一般规定(41)
7.2单机调试……(41.)
7.3联动调试(43)
8系统验收(45)
8.1一般规定(45)
8.2工程验收(45)
9维护管理(48)
附录A不同火灾规模下的机械排烟量……(49)
附录B排烟口最大允许排烟量…(51)
附录C·防烟、排烟系统分部、分项工程划分(53)
附录D施工过程质量检查记录………(54)
附录E防烟、排烟系统工程质量控制资料检查记录…(58)
附录F防烟、排烟工程验收记录(59)
附录G防烟、排烟系统维护管理工作检查项目(61)
本标准用词说明(62)
引用标准名录(63)
附：条文说明…………(65)

UDC 中华人民共和国行业标准 JGJ/T398-2017 P 备案号J2407-2017 装配式住宅建筑设计标准 Standardfordesignofassembledhousing 2017-10-30发布 2018-06-01实施 中华人民共和国住房和城乡建设部 发布
中华人民共和国行业标准 装配式住宅建筑设计标准 Standard fordesignof assembledhousing JGJ/T398-2017 * 中国建筑工业出版社出版、发行（北京海淀三里河路9号） 各地新华书店、建筑书店经销 北京红光制版公司制版 北京同文印刷有限责任公司印刷 开本：850×1168毫米1/32印张：1%字数：46千字 2018年2月第一版2018年2月第一次印刷 定价：12.00元 统一书号：1511231319 如有印装质量问题，可寄本社退换 （邮政编码100037） 本社网址：http：//.cabp..cn 网上书店：.china-building..cn
中华人民共和国住房和城乡建设部 公告 第1711号 住房和城乡建设部关于发布行业标准 《装配式住宅建筑设计标准》的公告 现批准《装配式住宅建筑设计标准》为行业标准，编号为 JGJ/T398-2017，自2018年6月1日起实施。

本标准在住房城乡建设部门户网站（.mohurd.gov. cn）公开，并由我部标准定额研究所组织中国建筑工业出版社出 版发行。

中华人民共和国住房和城乡建设部 2017年10月30日 3
前言 根据住房和城乡建设部《关于印发（2009年工程建设标准 规范制订、修订计划）的通知》（建标[2009］88号）的要求， 编制组经广泛调查研究，认真总结实践经验，参考有关国际标准 和国外先进标准，并在广泛征求意见的基础上，编制了本标准。

本标准主要技术内容是：1.总则；2.术语；3.基本规定； 4.建筑设计；5.建筑结构体与主体部件；6.建筑内装体与内装 部品；7.围护结构；8.设备及管线。

本标准由住房和城乡建设部负责管理，由中国建筑标准设计 研究院有限公司负责具体技术内容的解释。

执行过程中如有意见 或建议，请寄送中国建筑标准设计研究院有限公司（地址：北京 市首体南路9号主语国际2号楼，邮编100048）。

本标准主编单位：中国建筑标准设计研究院有限公司 本标准参编单位：住房和城乡建设部住宅产业化促进 中心 北京市建筑设计研究院有限公司 上海中森建筑与工程设计顾问有限 公司 南京长江都市建筑设计股份有限公司 深圳市华阳国际工程设计有限公司 清华大学 同济大学 东南大学 绿地控股集团有限公司 宝业集团股份有限公司 青岛海尔家居集成股份有限公司 4
苏州科逸住宅设备股份有限公司 松下电器（中国）有限公司 山东万斯达建筑科技股份有限公司 宝钢建筑系统集成有限公司 本标准主要起草人员：刘东卫曹彬文林峰樊则森 周静敏伍止超朱茜周祥茵 褚波 李昕 汪 杰刘美霞 龙玉峰 邵磊 张 宏 陈忠义 于小菲 蒋航军 贾 丽 罗文斌 魏素巍 蒋洪彪 秦 姗 刘丹 魏琨 夏锋 刘 斥 曹祎杰 徐弋 姜伟 王 东 孙绪东 本标准主要审查人员：赵冠谦 窦以德 杨家骥 左亚洲 李雪佩 薛峰 宋 兵 岑岩 王全良 胡惠琴 黄炜刘水 刘西戈王晞慧张波 5...