1 基础持力层为基岩时,抗震要求应适当放松

1976 年唐山发生大地震,当时的市中心区建筑物几乎全部倒坍,一片瓦砾,惨不忍睹。在唐山市北郊, 由于基岩露头,建筑物的基础都落在基岩上,在烈度l0~11度的强地震作用下,建筑物除了开裂和局部坍落以外,大多数未倒坍。而且那些未倒坍的建筑物 ,都是未按抗震要求设防的。由此可见,我国现行抗震规范对于座落在基岩上建筑物的抗震要求似乎过严。例如,在抗规表 6.1.2中,I类场地时,“除 6度 外 可 按 表内降低一度所对应的抗震等级采取抗震构造措施,但相应的计算要求不应降低”。这个要求,与上述唐山地震时,在基岩上未设防的建筑物在地震烈度10~11度的强震下大都未倒坍的事实来对比,明显是太严了一些 。抗震规范建议在表 4.1.3的土类型划分中,稳定岩石与密实的碎石土区分开。给予前者以更多的“放松”,使设计能在保证安全的前提下做得更经济。

2 适当增加结构抗侧刚度

有人以为,结构的抗侧刚度如果较大,会使地震作用偏大,不经济。因此认为,结构只要满足规范对侧移的要求,刚度不必太大。这种意见不完全正确,现讨论于下。

地震对于影剧院、音乐厅一类上部结构空旷的建筑,由于其各部位的抗侧刚度相差悬殊,在受到侧向力作用时,各部位的侧移也因此相差较多,从而造成附加震害。如果将其各部位的抗侧刚度加大 (例如设置较多抗震墙),使其受地震作用时侧移的绝对值很小,即使各部位的侧移仍有差别,但因绝对值小,地震的影响就会减小。图1是中美洲国家尼加拉瓜首都马拿瓜的国家剧院，在1972年的强震中,许多房屋坍塌,而该剧院并无损坏,连外墙贴面石材都没有裂缝。

图2为该市的美洲银行大厦,工程结构的抗侧刚度很大,核心筒的高宽比达5.5,外墙周边是抗侧刚度巨大的密排柱，该工程设计时未按筒中筒设计，因为在60年代初,还没有密排柱形成的框筒结构的概念与设计方法。在1972年强震中,与它相邻的中央银行(15层)受到巨大破坏,最后不得不拆除重建。而此工程更高(18层),却基本上没有损坏,仅在剪力墙连梁上的通风洞口四角有些斜裂缝,简单修补即可继续使用。

由此可见,对于此类建筑物 ,当抗侧刚度较大时, 抵抗强震的能力比刚度偏柔的建筑好。

此外,《抗震规范》表6.1.1中对于框架结构的最大适用高度的规定,7度为55m,8度为 45m。这个高度只适用于石油化工一类的厂房,其层高很高,常达10余m,所以45m只有 3层。这个规定不适用于一般的民用建筑。

美国抗震专家 MarkFintel对于框架结构研究多年,写过几篇经典的论文,其结论是,纯框架结构遇到强震时,即使框架结构本身未破坏,由于框架结构的抗侧刚度相对较弱 ,地震时侧移较大,使其围护墙、填充墙、机电管道设备等有较大的损坏,损失也是很大的。因此,他建议在地震区少设计不带抗震墙的框架结构。

3 我国东南沿海6度区应加强抗风设计，并适当放松抗震要求。

我国东南沿海有许多6度区。因地处海边,夏秋之季常有飓风袭击,风力较大,所以高层建筑一般为风力控制。但有些同志在设计中过分注意抗震验算及构造措施,对于抗风验算以及必要的加强措施等,却注意不够,这与我国规范中对于抗风的要求不够全面也有关系。

近年来 ,我国某些沿海地区曾经记录到超强飓风, 这些超强飓风会不会在其他地区出现 ,并没有引起足够的注意。对于体型不规整的超高层建筑,如何取设计风荷载,如何适当加强其抗风承载力;对于高层建筑屋顶部位的巨型广告牌(或类似构筑物),以及超长悬挑结构在强风作用下的危险性认识不足,等等。

例如，高层建筑屋面的广告牌不应设计成悬挑结构，应有斜向支撑支在屋面上。超长悬挑结构的负风压有时会比规范大很大。这些都需要注意。

当然，在加强抗风设计的同时，也应注意适当节约。广东省在设计高层建筑时，抗震验算方面，强度按百年一遇的风荷载，位移则按50年一遇风荷载，这种分别处理的方法是合理的。

4 框架结构底层柱底弯矩增大不适用于框剪结构

《高层建筑混凝土结构技术规程》第6.2.2条规定 ,抗震设计时 ,一、二、三级框架结构的底层柱底截面的弯矩设计值,应分别采用考虑地震作用组合的弯矩值与增大系数1.5,1.25和1.15的乘积。这条要求的理由是:研究证明,在强震时,框架结构的底层柱底不能避免出现塑性铰。柱子出现塑性铰,对柱子在竖向荷载下的承载力将有较大削弱,但又无法避免。因此《高规》第6.2.2条中规定,将框架结构底层柱底的弯矩设计值乘以增大系数,以推迟其出现塑性铰,增加安全度。

但是,对于框剪结构,其框架部分的底层柱底,并不需要一律乘以放大系数。因为框剪结构有剪力墙作为第一道防线,如果墙的布置恰当,并有足够的数量, 则框架的底层柱柱底可不出现塑性铰。所以,框剪结构的框架部分,不必引用第6 .2 .2条。

5 关于框支结构的一些问题

由于框支结构在抗震方面的弱点,各本规范、规程都对此作了一些规定和限制,例如框支层的部位、框支梁柱的构造,等等。但是 ,有人却对什么是框支结构不清楚,任意扩大框支结构的范围,对于本来不属于框支者,施加种种限制,这就不妥当了。

剪力墙结构的底部,由于使用要求,取消一部分墙(即部分墙不落地)时,不落地墙由框架梁、柱来支托,即形成框支结构。最重要的一点,是结构的抗侧刚度有突变,尤其突变位于底部.对抗震不利。所以,规范中有各种限制和计算、构造上的要求。这些要求大部分是合理的,但有一些也是可以商榷的。《高规》第 10.2.9条之第2款规定,抗震设计时,框支梁截面高度不应小于计算跨度的1/6。对梁高作硬性规定是不恰当的。当梁上荷载不大 ,例如10层房屋,底部5层为框支,梁上支承5层荷载,跨度为8m。按《高规》要求 ,梁高应为1350mm,而按强度计算 ,不一定需如此大的梁高。而且粱高度较大时,不易形成“强柱弱梁”,对使用的空间上也会有影响。所以,不区别框支梁承受荷载的大小,一律规定梁高不“应”小于跨度的1/6是不恰当的。

《高规》第 10.2.2条规定,框支结构地上大空间的层数，8度时不宜超过3层，七度时不宜超过5层，其用词为“宜 ”,本来应有一定的灵活余地。但目前各地审查单位 ,一遇超过3层 (5层 ),即作为 “超限 ”,要严格审查 ,这也是不妥当的根据北京、广东等地的试验结果看,仅转换层的上、下各 2层受刚度变化的影响。所以转换层不一定在低层部位就安全 ,在高层部位就不安全。

还有一些结构,虽然有梁托柱等情况,但不属于框支。如图3所示，为一栋框架—核心筒结构的上部剖面, 在顶部由于建筑立面的要求 ,平面向内收进 ,形成如图3所示的梁托柱情况。

由于框架一核心筒的抗侧刚度主要由核心筒提供,顶部柱的移位并未引起抗侧刚度突变,所以不应认为是“高位转换 ”。当然,梁托柱时,由于梁上荷载较大,应仔细验算,注意柱梁交接处内力的传递,并宜考虑中震时柱底弯矩的放大。

又如 ,当剪力墙结构有较多剪力墙 ,其中仅少量墙不落地，此时抗侧刚度变化不大，也不应视为框支结构。对于“少量”的掌握分寸,可取 10%左右为界。此时 ,结构设防烈度的高低 ,房屋总高度 ,房屋体型是否规整 ,墙体分布及底部不落地墙的分布是否均匀 ,地基条件是否良好等条件都应综合考虑。各项条件都良好者,上述10% 还可放宽。

总之 ,实际工程情况千变万化。设计时不应执着于某些规范条文的文字 ,而应透彻了解该条文的用意、背景情况等 ,用概念设计的方法来应对各种复杂情况 , 才能做好设计。

6 已建成的工程，不一定是成功的范例

常听到有一种说法 :在某某工程中，我已经这么做了。言外之意,这种做法,既已经在工程中实施了,就意味着成功。在某些情况下,这种看法可能是正确的。例如 ,某种工程桩 ,经过科学分析、试验 ,在现场压桩检验,最后用在工程上,经沉降观测,直至基本稳定一切情况正常。这样,这种工程桩在实际工程中经受了荷载试验,可以认为是成功的。

至于在地震区,按抗震设计的工程,以及在飓风区,按抗风设计的工程,虽然已经建成,如果没有真正经过强震或强风的考验,这些工程就不一定能称为设计成功。尤其是在地震区 ,规范的要求是 “ 大震不倒 ” , 设计计算、构造做法等 ,都应围绕这个目标进行。设计应以规范为指南 ,并参照国内外的震害实例 ,国外的规范及抗震构造。尤其应注意吸取经过地震考验的成功或失败的经验教训,以提高设计水平。

除了抗震计算外,节点构造常是工程抗震成败的个关键。现在有个别超越常理的构造做法,仅凭少量的试验就认为能起到抗震作用,而且还宣传说:已在某某工程中采用,并已建成,足以证明是成功的。事实是该工程仅承受了竖向静载,并未经受地震考验,是否能认为成功仍值得怀疑。如果试验室的试验能解决所有抗震问题,那么为什么世界上每次在城市地区发生强震后,有如此多的地震专家去考察并发表研究成果, 而且发生地震的国家常因此而修改抗震规范呢?

7 柱轴压比的要求是否过严

轴压试验的柱模型,由于受试验室加压能力所限，对于C60混凝土柱,其截面常为20mm×200mm至 250mm×250mm,以这样小截面的柱,去模拟高层建筑中1m多见方的柱,其可比性会差一些。此外,试验室中的柱截面是固定的,其转动能力与轴压力大小成反比,也即轴压力较大(就是轴压比越大 ),其转动能力越低。而实际工程中的柱截面不是固定的,可以随设计人的要求而变化。如果规定的轴压比越小,柱截面即越大,其转动能力就越低;如果允许轴压比加大,柱截面即越小,其转动能力就越好。这个结果与试验室的试验结果正相反。当然 ,这只是影响柱延性好坏的一个方面,但由此可见,如果单凭试验室的试验数据来确定柱子轴压比的要求是否正确,值得讨论。目前,高层建筑的柱截面尺寸常由轴压比而非强度控制。这种现象恐非正常。希望规范修订 ,能在这方面作些讨论。

8 对于不合理的构造要求，应当抵制

1.有些书上要求,梁上开洞口的高度,不能超过梁高的1/3,这是没有道理的。从受力原理上看,梁上开洞高度超过梁高的1/3以后,只要按内力分析,开洞截面处的承载力能满足要求,就不应当有所限制。而且同样的洞口,开在梁支座附近与开在跨中,其要求应当不同;开圆洞比矩形洞受力有利,要求也应当不同。所以,一律以梁高的1/3为界限,是不合理的。

以梁高80 0m m为例,如果在跨中开一个300 × 300的洞,高度超过了梁高的1/3,但经过计算,在洞口四周适当加设构造钢筋,是完全可以满足承载力要求的。如果洞口高度有硬性规定,那么,空腹梁就不能设计了,它全跨都有洞口,而且洞高超过梁高的1/3！

2.对一些标准图中的要求,不能盲目服从。例如,标准图集0 4 G 10 1- – 3 要求基础主梁端部的纵筋,在底部与顶部成对连通设置 (可采用通长钢筋,或将底部与顶部钢筋对排连接后弯折成型),并向跨内延伸⋯ ⋯ (见图4)。

这个要求是没有根据的。基础梁的刚度常比其支托的柱大很多 ,所以梁端常按铰接计算,支座底部仅配置构造钢筋,没有必要要求“底部与顶部钢筋成对设置 ”(重点是作者所加),更无必要将上下筋焊接。该本标准图对于厚板筏基的端部做法,其板边缘侧面封边构造 ,要求底部与顶部纵筋弯钩交错等等，也是没必要的。

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