概述
1. 建筑功能需要，在高度比較高的首層平面約中間層高位置設置一夾層，夾層平面面積占首層平面面積比例大小不一，如下圖所示：
圖1-1
圖1-2
圖1-3
1-4
2. 在結構設計時，規(guī)范對結構的某一些整體指標是以“層”為基準，要求自然層樓板基本完整，具有一定的平面內剛度來協(xié)調各豎向構件共同工作，自然層各豎向構件按一整體進行考慮；
3. 規(guī)范對于“側向剛度比”、“位移比”和“抗剪承載力比”等指標均以“層”為基準，對于結構“層”不明顯的結構，統(tǒng)計的指標沒有實質意義。
4. 當夾層平面面積占首層平面面積比例大小不同，指標統(tǒng)計方法也不盡相同，下面參考一些資料如下：
（1）上海市工程建設規(guī)范《建筑抗震設計規(guī)程》dgj08-9-2013第3.4.4條條文說明：
（2）四川省超限高層建筑抗震設計圖示：
盡管兩本資料規(guī)定不完全相同，但其概念基本是一致，當夾層面積占比較小時，如1-3三維視圖所示，指標統(tǒng)計時夾層不能按一結構層來計算，應把夾層樓板下和夾層樓板上合并為一結構層來對待，如圖4-2所示；當夾層占比較大時，如1-1三維視圖所示，夾層樓板下和夾層樓板上分別作為一結構層來對待，如圖4-3所示。
圖4-2
圖4-3
位移比
5. 對于位移比的計算的假定要求可參照一些規(guī)范，如廣東省標準《高層建筑混凝土結構技術規(guī)程》dbj/t15-92-2021第3.4.4條，如圖5-1所示；《建筑抗震設計規(guī)范》gb50011-2010第3.4.3條條文說明，如圖5-2所示；上海市工程建設規(guī)范《建筑抗震設計規(guī)程》dgj08-9-2013第3.4.4條條文說明，如圖4-1所示。
圖5-3在兩柱頂加兩個x正向水平力500kn ，圖5-4為采用“不強制采用剛性樓板假定”參數(shù)計算的水平位移圖，圖5-5為采用“對所有樓層采用強制剛性樓板假定”參數(shù)計算的水平位移圖，兩種計算結果完全不同，設計時應意識到不同的計算假定對計算結果的影響，根據實際情況而定。
圖5-5
綜合以上，位移比可分塊剛性板進行計算，而不限于計算模型全層剛性板假定，比如三維視圖1-4，夾層樓蓋處位移比統(tǒng)計時，按左和右兩塊剛性樓板分別計算位移比，并且軟件參數(shù)設置中應選擇“不強制采用剛性樓板假定”，分塊剛性樓板功能在前處理板屬性指定。
6. 以一簡單算例進行計算說明，計算條件如下：
（1）各層層高均為4000mm，共6層（含夾層），柱網尺寸為6000mmx6000mm；
（2）柱截面尺寸為500mmx500mm，梁截面為250mmx500mm，板厚120mm；
（3）梁板柱混凝土強度等級均為c30；
（4）梁上線荷載為10kn/m，板恒荷載為1.5kpa，活荷載為2.5kpa，基本風壓0.65 kpa，b類場地；
（5）地震動參數(shù)：7度0.1g，一組二類場地；
（6）模型三維視圖如下圖；
（7）軟件參數(shù)設置中選擇“不強制采用剛性樓板假定”，以確保為分塊剛性板，而不是全層剛性板假定；
7. yjk軟件位移比計算結果如下所示
對于夾層，yjk軟件統(tǒng)計出來的位移比包括了acdf區(qū)域，此位移比是沒有實質意義的，夾層正確的位移比只需統(tǒng)計bcde區(qū)域即可，提取夾層y正偏規(guī)定水平力y向水平位移，下圖所示：
手工復核，夾層樓層與層間正確位移比應該是
而yjk軟件計算的位移比為
yjk軟件結果是不正確的，因為軟件統(tǒng)計的平面范圍不正確。
提取二層和夾層y正偏規(guī)定水平力y向水平位移，下圖所示：
二層樓層位移比計算：計算對象為上圖的左圖青色兩柱。
最大位移為12.53mm，最小位移為5.73mm
手工復核，二層樓層位移比
yjk軟件計算的位移比也為1.37，兩者相等，因為手工與軟件統(tǒng)計的平面范圍一致。
二層層間位稱比計算：計算對象為上圖的右圖青色兩柱，應與下層樓蓋范圍相對應。
最大位移為8.28-3.45=4.83mm，最小位移為5.73-2.31=3.42mm
手工復核，正確的二層層間位移比應該是
而yjk軟件計算的位移比為
yjk軟件結果是不正確的，因為軟件統(tǒng)計的平面范圍不正確。
8. 位移比小結：
（1）位移比可分塊剛性板進行計算，而不限于計算模型全層剛性板假定，分塊剛性樓板功能在前處理板屬性指定（平板默認為剛性板）。
（2）對于帶夾層結構的位移比統(tǒng)計時，僅需對有樓板的區(qū)域進行統(tǒng)計，無樓板僅有柱節(jié)點的區(qū)域無需統(tǒng)計，故，需要手工復核每塊剛板位移比，而不能采用軟件計算結果。
側向剛度比
9. 當夾層面積占比比較小時，應采用并層的側向剛度，即把夾層樓板下層和夾層樓板上層合并為一層計算側向剛度，再與上層側向剛度進行對比，而不能把夾層與上層進行側向剛度對比，如下圖所示：
側剛比分層模型方法：夾層按一標準層輸入，需要手工復核側向剛度比。
下圖為分層模型計算的側向剛度
模型一層與模型二層x向剛度比為3.8111/2.7091=1.407
模型一層與模型二層y向剛度比為4.4936/2.5845=1.739
誤判一層為非軟弱層，計算結果有誤
為避免提取質心位移值的麻煩，簡化處理，參照midas building結構大師計算原理說明書，側向剛度采用地震剪力與非偶然偏心平均位移比值進行計算,如下圖所示：
提取各樓層地震剪力如下圖所示：
提取各樓層位移如下圖所示：
一層（合并樓層）x向側向剛度：力/平均位移=1555.87/10.03=155.122
一層（合并樓層）y向側向剛度：力/平均位移=1413.68/10.06=140.525
二層x向側向剛度：力/平均位移=1356.82/3.94=344.371
二層y向側向剛度：力/平均位移=1233.84/4.38=281.699
一層（合并樓層）與二層x向剛度比為155.122/344.371=0.450
一層（合并樓層）與二層y向剛度比為140.525/281.699=0.499
由以上結果可知，一層為軟弱層
側剛比并層模型方法：把模型1層和模型2層合并為一層，夾層按層間梁輸入，板按層間板輸入（下圖柱子連續(xù)不斷開，層高為8000的并層模型）
下圖為采用并層模型計算的側向剛度
一層（合并樓層）與二層x向剛度比為1.4672/3.3534=0.438
一層（合并樓層）與二層y向剛度比為1.4806/2.9979=0.494
由以上結果可知，一層為軟弱層
并且，手工復核分層模型的一層判斷結果與并層模型判斷結果基本一致，這個才是帶小面積夾層的合理側剛比結果。
10. 側向剛度比小結：
（1）對于帶小面積夾層的結構在側向剛度比判斷時，小夾層不可以當作一樓層，應與下一層合并為一大樓層進行計算判斷。
（2）在計算相鄰樓層側向剛度比時，如果夾層采用分層模型進行整體計算，需要手工復核判斷結構是否為軟弱層，不允許采用軟件的判斷結果；當采用并層模型時，軟件計算的側向剛度比可直接使用。
（3）可根據實際情況需要，采用分層模型或并層模型中的一種進行整體計算，哪個方便建模選哪個。
位移角
10. 帶夾層的結構采用分層模型整體計算時，對于越層柱的位移角統(tǒng)計采用分段的結果是不正確的，應按柱子總高度進行計算。
軟件計算y向位移角如下圖所示：
提取非偶然偏心非雙向地震位移結果，如下圖所示：
復核軟件計算過程
一層位移角：5.42/4000=1/738，與上圖一致
二層位移角：（13.26-5.42）/4000=1/510，與上圖一致
但是，都是不正確的，越層柱分兩段計算了，該部位層高應為8000，按并層計算才合理。
以下手工復核y向位移角，提取非偶然偏心非雙向地震位移結果，如下圖所示：
一區(qū)位移角：3.14/4000=1/1274
二區(qū)位移角：max(7.58-3.14,6.36-2.79)/4000=1/901
三區(qū)位移角：13.26/8000=1/603
取最不利結果，位移角取為1/603，這個才是合理的位移角
11. 位移角小結：
（1）對于帶夾層結構的位移角，應按樓板范圍、柱子總長度進行分區(qū)分別統(tǒng)計。
（2）軟件統(tǒng)計的位移角有誤，需要手工復核，不可直接取用軟件計算結果。
風荷載
12. 以一個新模型采用常規(guī)方法和精細化方法分析對風荷載計算的不同。
（1）常規(guī)方法：
采用常規(guī)方法對風荷載計算時，軟件總是把樓層總風荷載分配到樓層各個節(jié)點上進行整體計算，如下圖所示：
（2）精細化方法：
對于樓板完整性不是很好的結構采用常規(guī)方法計算就很有問題了，如本算例，在x向正風壓作用下，左側24米通高無樓板相連，x向左側風荷載體型系數(shù)為0.8，右側風荷載體型系數(shù)為-0.5，總體型系數(shù)為1.3，也即是左側將承受全樓0.8/1.3=61.5%的風荷載，如果還采用常規(guī)方法計算，這個誤差應該不小。
這個問題可以采用精細化方法進行計算，如下圖參數(shù)設置：
精細化方法的風荷載僅直接作用在最左側和最右側表面，中間豎向構件水平力將只能通過樓板傳遞過去，這才是符合真實受力的計算簡圖，在x向風荷載作用下，整體變形圖如下所示，變形形狀符合實際。
13. 風荷載小結：
（1）對于內部高大空擴的結構，風荷載應采用精細化方法進行計算，不能按一般常規(guī)結構方法計算。
（2）風荷載只能直接作用在建筑物表面，而不能直接作用于建筑內部，內部只能通過樓板和豎向構件剛度進行傳遞分配。
構件設計
14. 框架柱
對于柱子，軟件可自動識別構件實際長度，如下圖，但有些項目發(fā)現(xiàn)識別不出來構件實際長度，高大柱子還是每個都復查一遍穩(wěn)妥。
15. 剪力墻
（1）分層輸入剪力墻，計算結果如下：每端邊緣構件面積為1428mm2
從以上計算書可發(fā)現(xiàn)，墻體計算高度僅一層高度4000mm，其真正的高度應為24000mm，軟件也沒有修改墻體高度的功能，配筋需要手工復核。
（2）僅頂層伸入的剪力墻，通過修改墻底標高下伸，計算結果如下：每端邊緣構件面積為39824mm2
手工復核此墻邊緣構件配筋，按《混混凝土結構設計規(guī)范》gb 50010-2010第6.2.15條軸心受壓：
計算長度系數(shù)
總配筋面積as=(1210.1*1000/0.9/0.038-2500*200*14.3)/(360-14.3)=81669mm2
墻身配筋面積（0.25%配筋率）as1=（2500-400*2）*200*0.25%=850mm2
每端邊緣構件as2=（81669-850）/2=40410 mm2與軟件結果39824 mm2基本一致，軟件結果無誤。
16. 構件設計小結：
（1）對于越層框架柱，計算長度軟件可以識別，但也有項目發(fā)現(xiàn)不能識別的情況，為安全起見，對每根越層柱長度進行復核較為穩(wěn)妥。
（2）對于越層剪力墻并且按分層輸入時，軟件不能識別實際剪力墻高度，也沒有修改高度的功能，剪力墻配筋和穩(wěn)定性只能通過手工復核才能使用。
（3）對于越層剪力墻，比較以上兩構件計算書可發(fā)現(xiàn)，分層輸入和通過修改墻底標高輸入的剪力墻計算結果相差巨大，可以說分層輸入的計算結果完全是錯的，分層輸入計算配筋很小，穩(wěn)定性也沒有超限提示。
大震彈塑性分析
17. 以一簡單算例進行計算大震彈塑性計算，計算條件如下：
（1）各層層高均為4000mm，共6層（含夾層），柱網尺寸為6000mmx6000mm；
（2）柱截面尺寸為500mmx500mm，梁截面為250mmx500mm，板厚120mm；
（3）梁板柱混凝土強度等級均為c30；
（4）梁上線荷載為10kn/m，板恒荷載為1.5kpa，活荷載為2.5kpa，基本風壓0.65 kpa，b類場地；
（5）地震動參數(shù)：7度0.1g，一組二類場地；
（6）模型三維視圖如下圖；
（7）計算軟件：彈性小震采用yjk計算，大震采用sausage非線性軟件計算
（8）主要參數(shù)如下圖：僅用一條人工波進行計算
18. 帶夾層的本模型有幾個特點：
（1）長柱和短柱數(shù)量一樣多，但兩者剛度完全不一樣，水平力主要先由短柱承受，損傷后重新分配于長柱，長柱與短柱抗震能力不能同時發(fā)揮作用，被逐個擊破。
（2）長柱偏于左邊，短柱偏于右邊，左側柔右側剛，質心剛心不重合，扭轉會產生附加內力；
（3）在塑性階段短柱損傷過于集中，降低結構變形能力，剛心相對于彈性階段發(fā)生較大變化，同樣因扭轉產生附加內力；
19. 下面截些彈塑性分析主要內容圖片
（1）能量圖
（2）大震位移角：y向位移角已超過規(guī)范限值1/50
（3）左下角框架柱頂點時程位移：y向位移已偏離原點，時程結束后頂點未能回到原點
（4）梁和柱混凝土損傷
（5）梁和柱鋼筋塑性應變：
（6）構件性能狀態(tài)：柱重梁輕
20. 大震分析小結：
（1）本算例未能滿足大震要求。
（2）框架柱損壞比較嚴重，梁相對比較輕，未能滿足強柱弱梁要求。
（3）從各時刻損壞視頻中可以看到，損壞是先從右側短柱開始，損傷后剛度退化重分平水平力于長柱，隨后長柱損傷剛度退化又加劇右側短柱，重復循環(huán)。