来源：JIE构生活 如有侵权请联系删除 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。
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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。
《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？
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共同变形，共同受力，各结构体（参考文章开头的结构平面布置图）很可能因为“独木难支”而失稳。这是我们无法接受的。
所以，对薄弱区楼板，面内最大抗剪承载力只能为1.4ftbh0，或者考虑为0.15fcbh0.
我看到一些超限报告在分析中震楼板应力一节，剪应力较大的时候，比如超过0.15fck，便增配钢筋（比如将10@150调整为12@150），全然不顾抗剪承载力的上限值，这其实是非常不妥当的。
超限报告是穿着花衣服的计算书吗？
有一次，我们同事几个一起吃饭，某同事随意说了一句，“超限报告和计算书有本质区别吗？”我当时一愣，它们之间的区别还真不那么明显，都是得到计算结果，然后将计算结果与规范要求一一对比，当然，绝大多数情况下，都是满足规范的。如果要说有什么不同，超限报告做得更漂亮一些，数据更加可视化（增加了图表）。遗憾的是，即使如此，也并未做好。一些报告中的大量图表直接来自结构软件计算结果的“COPY+PASTE”，未经加工，也未经修饰，每次看的时候，总有一种浓浓的计算书的既视感。
其实，很少有人去琢磨，超限报告和计算书，究竟有何不同。在很多人心目中，能通过超限审查的报告，就是好报告，大家相安无事地赚到该赚的钱。如果多出了一份力，相当于少赚了一份钱，所以一切从简，能省则省，超限报告的质量就是这么沦陷的。这不是某个人的责任，而是我们设计人员，审查专家，相关部门等等，“齐心协力”将超限报告拉下了“神坛”。
在实际工作中，不止一个人问过我这个问题，如果设计是按包络来做的，我还有必要进行包络前的差异性分析吗？比如，设计按小震和中震计算结果包络，那我还要研究为什么小震比中震弹性的计算结果偏大吗？而有些地方，中震又远大于小震结果？或者更直白点说，研究清楚了，又有什么意义呢？不还是取包络吗？单塔模型和多塔模型取包络，那两者之间，计算结果的差异就不重要了罢？个人认为，对这些问题的回答，隐隐决定了计算书与超限报告的差别。
大家有没有想过，包络其实是一把双刃剑。在影响因素繁多，难以准确判断，但我们又不得不给出设计结果的时候，包络是我们解决现实问题的最后一颗“救命稻草”，在有限时间内，包络是我们能拿出的唯一解。但如果问题本身可解，结果差异可寻，我们用包络设计一以概之，其实是在掩盖我们心态上的懒惰或者能力上的不足，包络变成了一块“遮羞布”。
技术进步，是将“遮羞布”一点点撕开，从而直逼事实的过程；而非制造更多的“遮羞布”，淹没事实，以便粉饰太平的过程。
超限报告在做什么事？其实，就是撕开“遮羞布”，显现事实，以事实为基础，论证我们的设计究竟有无问题。计算书给出的结果，尚是表象，唯有往下探究，弄清究竟，才是超限报告该干的事儿。
比如，最近某项目，300m超高层办公楼，高宽比超过10，风振层间位移角1/400，无法满足规范要求的1/500，但这也是表象。可以研究规范规定的意义，层间位移角超限究竟有何影响，如果将层间位移角减小至1/500，结构截面需要增加多少，结构性能又能提高多少？有没有必要为了1%性能的提高，花费20%以上的代价？
又比如，单塔和多塔分析，在裙房范围，内力会形成差异，可以分析，哪些构件内力变大了，哪些变小了，内力协调和刚度分布是否一致？所有的差异和变化，能否在逻辑上自恰？
循规蹈矩，波澜不惊，简单陈述的报告，充其量，应该算作穿着花衣服的计算书。作为工程师，我们都知道，重复性劳动，不会提升我们的技术水平。只有质疑计算结果，反复去寻找一致性与差异性，并不断地用技术逻辑去解释这些不同，才能掌握一些深层次的规律，知其所以，也知其所以然。即使最终我们使用了包络，也要弄清楚，这是我们不得不选择的唯一解，而非粉饰太平的“遮羞布”。
混凝土名义拉应力超过2ftk
《全国超限高层抗震审查技术要点》中提到:“中震时双向水平地震下墙肢全截面由轴向力产生的平均名义拉应力超过混凝土抗拉强度标准值时宜设置型钢承担拉力，且平均名义拉应力不宜超过两倍混凝土抗拉强度标准值（可按弹性模量换算考虑型钢和钢板的作用），全截面型钢和钢板的含钢率超过2.5%时可按比例适当放松。”
这条看似不起眼的意见，对我们的设计工作影响还是比较大的。不少设计院据此设置型钢，不但在墙肢中设置型钢，在框架柱中也设置型钢，理由就是平均名义拉应力超过混凝土抗拉强度强度标准值。
方小丹大师在第二十三届全国高层会议上对这个问题进行了阐述。
主要观点如下：
1）钢筋混凝土小偏心受拉构件可以承担剪力；
2）一般的钢筋混凝土构件是带裂缝工作的，正截面承载力计算并不考虑混凝土受拉承载力的贡献；
3）钢筋可以承受拉力。混凝土构件的受拉承载力与混凝土的名义拉应力无关。
4）控制混凝土构件裂缝宽度的关键因素是控制钢筋的拉应力而不是混凝土的拉应力。
假如构件混凝土强度等级为C60，钢筋采用三级钢，当混凝土名义拉应力达到2ftk时，轴向受拉钢筋配筋率仅为1.4%；抗弯计算按构造配筋的话，其实综合配筋率也不高。
5）全截面受拉开裂的钢筋混凝土构件只要裂缝宽度较小，是可以承担剪力的，因为构件剪切破坏面（斜截面）穿过裂缝，也穿过未开裂的混凝土，还穿过水平和竖向配置的钢筋。未开裂的混凝土以及水平钢筋提供了构件的受剪承载力。
6）构件一旦承受剪力就必然有弯矩，有可能改变了构件的受力状况，可能由轴心受拉或小偏拉变为大偏拉，此时构件截面有压区。剪压区的存在反而提高了构件的受剪承载力。
根据对教材的理解，对剪压破坏来说，斜截面承载力失效的标志是剪压区混凝土压坏。随着裂缝的开展，剪压区会越来越小，如果剪压区为零（甚至不到零），混凝土不再提供压力，截面失效。一般情况下，受剪的时候，也会受弯，受弯就会在截面中形成压区，所以剪压区还是存在的，即，即使弯曲形成裂缝，但截面抗剪承载力还是存在的。极端一点情况，如果构件截面拉力比较大，首先在截面中形成通缝，在弯矩作用下，压区应力不足以使“压区裂缝”弥合，这时，其实是没有剪压区的，截面抗剪承载力还能存在吗？个人理解，在这一瞬间，通常意义上的抗剪承载力其实是有问题的，但这是一个瞬时状态，很快地，截面会发生转动，底部裂缝会加大，又在上部形成压区，依然可以抗剪，但此时，构件很可能因变形过大而失效。所以，对这种情况（比较少见）还是要慎重。
概括来讲，抗剪承载力可以分为两个层次，第一个层次，就是剪压区存在的情况，此时，承载力可按规范公式计算；第二个层次，剪压区破坏（包括首次弥合之后的剪压区），抗剪主要靠水平钢筋，钢筋破坏即是剪摩擦破坏。虽然钢筋可以保证构件不会坠落，但构件变形会较大。当然，在这种情况下，构件正截面承载力也大打折扣。
再来看看规范规定的受剪截面限制条件（即剪压比）。根据教材及规范条文说明，
剪压比的规定有两个目的：一个是防止构件发生斜压破坏；什么意思呢？构件可以承受超越剪压比限值规定的承载力，但此时，构件将发生斜压破坏，规范给出的公式以及构造措施等一系列规定，均不适用；第二个目的，限制在使用阶段可能发生的裂缝宽度，间接通过保证剪压区高度，来限制裂缝宽度。可见，构件剪压比决定的剪力和截面所受拉力是没有关系的。拉力对抗剪承载力的影响，主要反映在截面抗剪承载力的计算过程中。参考《混规》的计算公式。
算例1，钢筋混凝土柱，C40，HRB400，截面尺寸700X700mm，名义拉应力为2ftk时，即拉力约为2342kN，配筋按2.5%，计算得到钢筋拉应力为191Mpa，计算得到的最大裂缝宽度为0.274mm（小于0.3mm）；箍筋按12@150（体积配箍率0.9%），抗剪承载力为709kN＜0.2βcfcbh0；即名义拉应力达到2ftk时，通过增加纵筋的方式，可以满足规范对承载力的要求，不需要设置型钢。
算例2，剪力墙截面尺寸300X1500，C30，HRB400，中震作用下承受拉力2000kN，配筋率2%，计算裂缝宽度在0.3mm以内，混凝土名利拉应力4.06Mpa大于2ftk；水平分布筋2d12@200，剪压比按1.5，则受剪承载力为731.6kN，中震作用下的剪压比为0.08ftk。可见，剪力墙满足正截面和斜截面承载力要求，虽然混凝土名义拉应力大于2ftk时，也不需要配置型钢。
结论是：下次再碰到混凝土名义拉应力超过ftk，甚至2ftk时，不要着急加型钢，先增加钢筋，算一算正截面承载力、斜截面承载力以及裂缝能否满足规范要求，如果可以，型钢就可以免了。我相信，这对设计方、施工方、业主，都是喜闻乐见的。
剪重比
在超限报告中，剪重比是一个逐渐被淡化的概念。剪重比给我的印象，无非是“满足最小剪重比最好，满足不了，按比例调整”罢了。如果是这样的话，剪重比这个概念，是否成了“鸡肋”？它究竟在限制什么呢？又能限制什么呢？
我们从头说起。
为何需要定义剪重比这个参数？规范给出的解释是这样的。“由于地震影响系数在长周期下降段较快，对于基本周期大于3s的结构，由此计算所得的水平地震作用下的结构效应可能过小。而对于长周期结构，地震地面运动速度和位移可能对结构的破坏具有更大影响，但是规范所采用的振型分解反映谱法尚无法对此作出合理估计。出于结构安全的考虑，增加了对各楼层水平地震剪力最小值（剪重比）的要求。”
关于振型分解反应谱法对长周期地震估计不足的原因，尚有以下说法：1）强震记录仪自身的缺点，记录强震数据可能出现问题；2）大震级地震发生的几率较小，记录到的长周期地震动时程不多，对反应谱长周期段的可靠性没有把握。
如果不满足剪重比，规范给出的解决办法是“调整地震剪力，或改变结构刚度”。在实际工程中，常见的情况是，结构底部若干层剪重比不满足要求，但中上部楼层可满足要求，通常的做法是，全部楼层按比例放大。
我们来看看规范是如何规定的。
《抗规》，“只要底部总剪力不满足要求，则结构各楼层的剪力均需要调整，不能仅调整不满足的楼层”。这个观点的逆否命题是，“可以仅调整局部不满足的楼层，如果底部总剪力满足要求。”相对而言，广东省《高规》要讲得更直白一点，“仅部分楼层不满足要求时，可直接放大这些楼层的地震剪力使之满足要求，当基底剪力不满足时，则全部楼层放大，放大系数为由基底剪力确定的系数。”
不同的是，《抗规》还有规定，“当底部总剪力相差较多时，结构的选型和总体布置需重新调整，不能仅采用乘以增大系数的方法处理”。
看到没有？前面啰里啰嗦讲剪力调整的内容，都只是“小孩子过家家”，而真正“真枪实弹”的内容是调整结构选型和布置。回到开头的问题，“剪重比究竟在限制什么？”按照规范，它可以限制结构布置。
用剪重比限制结构布置？？这种逻辑听起来有些诡异。想想看，剪重比的诞生是因为反应谱法（长周期）及强震记录仪自身的缺陷所做的弥补，如果计算剪力不足，人为补足，这是可以理解的。但以剪重比来评判结构布置，却是截然不同的一个概念，规范并未为此概念提供依据。规范也未说明“底部剪力相差多少，才算得上相差较多。”
在全国《超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》中，有这样一句话，“基本周期大于6s的结构，计算的底部剪力系数比规定值低20%以内，基本周期3.5s~5s的结构比规定值低15%以内，即可采用规范关于剪力系数最小值的规定进行设计。（个人理解，即可采用剪力调整的方法）”。也许，这句话，即为《抗规》“底部剪力相差较多”做了一个注解。
插句题外话。很早以前，有小姐姐问我一个貌似很深奥的问题，对X型（或其他异型）平面住宅，剪重比计算时，取哪个方向的剪力呢？根据剪重比的含义，自然应该取各个方向中最小的基底剪力呀，这个方向可能既不是平面坐标中的X向，也不是Y向。要知道，地震方向是随机的，而X、Y仅是人为设定的。
最后再来谈谈剪重比限值的合理性。
在我印象中，很多大牛都谈论过这个问题。在此，仅摘取黄吉峰博士和刘畅博士的部分观点。黄吉峰在《建筑结构剪重比规律及控制方法研究》中提到：“1）剪重比主要取决于结构的周期和阻尼比，缩短周期、降低阻尼是提高剪重比的直接、有效手段；如果认为长周期不是问题的话，剪重比是否满足规范限值与结构形式、结构布置的合理性没有明显关系；2）规范规定的剪重比限值，对于某些特征周期较长的结构不控制，不能起到弥补长周期分量缺失的作用；而对于某些特征周期较短的结构，剪重比限值甚至超过了理论最大估计值，又过于严格。”
刘畅博士曾提到：“1）剪重比不满足的本质问题在于第一振型对于基底剪力的贡献与其对质量的贡献不一致；2）单自由度体系，天然满足剪重比，无论周期长短，长周期结构，刚度正常的情况下不可能满足剪重比要求。”
OK，关于剪重比，情况就是这么个情况。大家也不用太较真。广东省超限专家对剪重比已经看得比较淡了，不用担心因为这个指标不好看，而导致超限不通过。如果能保证基底剪力不小于按剪重比系数计算剪力的85%，那就更没问题了。如果计算剪力偏小一点点，不妨通过微调连梁刚度折减系数和周期折减系数来解决。
项目概况之要点解析
作为结构工程师，了解一个项目，阅读一份技术报告，一般要从项目概况（概述）开始，另外，我们也写过不少项目概述。但究竟怎样才算一个好的概述？写概述的要点是什么？需要注意什么？如果读概述，需要注意什么隐含信息？这篇文章就来总结这些问题。
1、项目概述首先要交待项目位置，以及周边地块情况。
在阅读及书写这一部分时，要注意如下要点：
1.1、项目地点尽量明确、具体。大地点隐含了地震烈度、基本风压等信息；对有经验的工程师来说，根据小地点也可以推断出土质情况。
1.2、是否靠海边？这条隐含了地面粗糙度信息。如果靠海边，其基础设计就要特别注意，比如基础的防腐问题，环境类别的判断等，都要特别关注。
1.3、根据周边地块的情况，需要明确本项目与已建或已规划的民用及公共建筑的关系。比如，是否有地铁站或地铁轨道？地下是否有公交车站？这些会影响地下室设计及基坑设计，注意，地铁轨道对基坑变形要求很高，平安金融中心大厦就碰到这个问题。我们曾经有个项目，已规划地铁线路从场地中间通过，所以桩基排布以及地下室设计都需要特殊考虑。
1.4、其他的本项目的特殊情况，历史状况，未来可能的功能变更也应一并说明。所谓特殊情况，包括项目的特殊要求，场地的特殊条件等。
2、建筑信息，这一部分包括两部分，建筑整体信息与单体建筑信息。
2.1、建筑整体信息
（1）一般信息
本项目一共有几栋楼？分别什么功能？地上地下面积分别多少？典型楼层层高？地下室以及裙房功能？是否有停车库？是否有人防？因为不同的功能往往都对应不同的设计要求及构造。
（2）地下室信息
地下室层数？深度？半地下室还是全地下室？这里最好有张剖面图，将上部结构、地下室、周边土体的关系描述清楚。这里涉及到是否有结构整体的水平土压力的问题？如果是半地下室，就必须考虑整体的侧压力。其解决办法一般有两个思路，一个是考虑结构整体抗侧，另一个是用挡土墙将侧压力隔离出去。对地下室一面临空的特殊情况，还应验算嵌固条件是否满足。
（3）分区分缝的问题
对综合体，都会涉及到这个问题。最好有张平面图，来描述分区分缝的问题。这一部分的结论，一般都是“各塔楼与裙房在地面以上均通过防震缝分开，形成独立的结构单元；地下室不设永久性的结构缝，通过设置施工后浇带，适当考虑温度配筋等措施来防止钢筋混凝土结构因温度变化和混凝土收缩引起的裂缝”。如果塔楼在裙房范围没有通过结构缝分开，就会有多塔的问题。这里要注意连体结构与多塔结构在概念上的异同，其相同之处是，塔楼之间没有完全断开，是连接的；不同之处是，连接的位置不同，多塔是通过裙房相连，而连体是在裙房以上位置相连。
2.2、单体建筑信息
（1）层数？高度？地上多少层？地下多少层？出屋面多少层？在描述层数及高度的时候，要明确建筑与结构在概念上的区别。建筑高度是从室外地坪算到建筑顶部（包括出屋面，甚至塔尖），建筑楼层数即建筑高度范围内的楼层；结构高度是从嵌固端算到主屋面（不包括局部出屋面），结构楼层也是此范围内的楼层数。
结构规范中还有一个“房屋高度”的概念，其定义是“自室外地面至房屋主要屋面的高度，不包括突出屋面的电梯机房、水箱、构架等高度。”其实，规范中对“高度”（A、B级高度划分；抗震等级划分、层间位移角划分）的定义用的是“房屋高度”这一概念。通常情况下，结构嵌固端设置在地下室顶板，室外地坪基本也在此位置，此时，结构高度和项目高度是一致的。但在实际工程中，也有特殊情况：a）室外地坪在地下室顶板位置，但嵌固端不设置在地下室顶板（比如设置在-1F），此时，二者高度不一致，这是比较尴尬的情况；b）半地下室，嵌固端往下选，选到较低的室外地坪位置，此时，房屋高度的起算位置该选哪个室外地面呢？有些设计师为了满足指标，会选到较高位置的室外地面，这就会导致房屋高度和结构高度不一致，个人认为，这是不妥的。
（2）结构平面尺寸？外包尺寸？核心筒尺寸？结合结构的高度信息，可以计算出结构高宽比、核心筒高宽比，这些数值与结构的经济性有关，高宽比很大的结构，其设计代价必然比较高。同时，也要注意平面长宽比，这个数值与结构横风向风振有关。另外，要注意交待，避难层/设备层的位置，层高等信息。如果侧刚不足，需要设置加强层的话，加强层通常设置在这些楼层。
（3）交待建筑楼层与结构计算模型楼层的对应关系。这一点很重要，但很多时候被忽略。因为后续的很多计算指标都是根据结构模型楼层来提取和后处理的，不交待对应关系，对阅读者以及书写者都比较容易引起混乱。此处，最好能给出单体的标准层平面图，以及剖面图。对立面比较复杂的，比如立面收进，出挑等，都应标注出关键尺寸。
3、建筑体型评价
如果是写超限报告，最好能给出这一部分内容。此部分相当于对结构超限项的宏观把握以及要点预测。
3.1、根据几何尺寸就能判断的平立面不规则，以及大开洞、跃层柱、细腰、连体、转换等问题。
3.2、判断结构的关键位置，预测结构的薄弱位置，以及后续分析需要重点关注的位置。
这一部分的宏观分析、概念分析可以预先确定后面的工作重点，也可保证工作思路不会走偏。其实，此部分内容最能反映一名工程师的水平，在未正式计算的条件下，就能对具体项目的结构要点进行把握，靠的就是经验和直觉。
END
PS，一般地，我们碰到的都是典型的超高层超限建筑，但也要注意一些特殊超限建筑的界定。参考《全国超限高层建筑工程抗震设防专项审查技术要点》与《广东省超限高层建筑工程抗震设防专项审查实施细则》，对于主体结构的悬挑长度大于15m的超长悬挑结构、连体跨度大于36m的特大跨度连体结构、跨度大于120m或悬挑长度大于40m的空间网格结构或索结构、跨度大于60m的混凝土薄壳结构等，均属于超限建筑。
最后，给出一张思维导图。
设计依据之要点解析
无论是写计算书，图纸说明，还是写超限报告，设计依据这一部分基本是不可或缺的。但因为这一部分比较简单，所以大家的重视度不够，很多时候，容易犯一些低级错误。这篇文章就来总结“设计依据”这一部分的要点。
比较完整的设计依据一般包括四个部分：1）设计规范/标准；2）相关设计文件；3）主要设计准则；4）建筑分类等级。以下分别介绍。
一、设计规范/规程（标准）
相关的设计规范包括国家规范及地方规范。这些内容应该都是工程师所熟识的，如果参加过注册考试，对这些基本的规范应该都有所了解。在这一部分，有两点需要注意：
1）参考规范一定是最新的现行规范
基本上，此部分内容我们都是从其他项目Copy过来，这本身没有问题，但一定要核实是否为最新规范。这一点很重要，如果参考的是老规范，从逻辑上来说，后面的东西都不用再看了。目前，我们容易忽视的是如下这几本规范：
混凝土结构设计规范GB50010—2010（2015版）
建筑抗震设计规范GB50011-2010（2016版）
建筑设计防火规范GB50016-2014
高层民用建筑钢结构技术规程JGJ99-2015
组合结构设计规范JGJ138-2016
如果是在图纸说明中引用图集，也一定是最新的图集，比如16G101系列。
2）删掉本项目中并无使用到的规范
我们曾经看到过一个钢结构项目，在设计依据里面引用了大量的混凝土规范；也看到过采用浅基础的项目，却引用了桩基规范。这样的例子看起来都很好笑，但却屡屡发生。再比如，图纸设计说明中保留了大量的本项目根本用不到的技术说明。这些问题的存在，会让业主对工程师的专业度产生严重的质疑，所以我们一定要慎之又慎，尤其是对初次合作的业主。
二、相关设计/参考文件
除规范以外，每个项目必然存在其他的技术文件，在这一部分，都应该详细列出来。比如：
1）地勘报告（分初勘和详勘）
2）风洞实验报告
3）业主提供的地震波（如有）
4）会议纪要达成的一些设计依据
5）专家咨询会意见及答复
现在一些比较大的项目，通常会有专家咨询会，会上的意见及答复通常也是后续工作的依据。
6）参考的国外设计文件
在国际咨询公司提供的报告中，时常有这一部分内容，常引用ASCE7-10Minimum Design Loads for buildings and other structures；AISCSpecification for structural steel building；CISCSteel Design Guide Series：Floor Vibration Due to Human Activity 等。设计院写报告的时候，一般不会引用相关的论文，但咨询公司引用论文是比较常见的，对一些有争议的问题，可以用比较权威的论文作为证据。
三、主要设计准则
设计准则，就是后续计算指标是否合理的判据。事实上，我们的设计准则非常多，广义来说，所有的规范都是我们的设计准则。但就目前所看到的，这一部分内容一般仅包括如下几个方面：
1）结构位移控制准则
这一部分，规范都有明确规定，比如层间位移角限值。当然，合理的层间位移角限值，最近一直存在南北派之争。我们可以自己去辨析，但最终执行可能还是要按规范或总工意见。
2）风振舒适度控制准则
风振舒适度控制标准在规范中也有明确规定，比如《高规》3.7.6条，对住宅和公寓控制值为0.15m/s2，对办公和旅馆为0.25m/s2;高层钢结构建筑，《高钢规》另有规定，a）公寓建筑，顺风向或横风向最大顶点加速度限值为0.20m/s2，b）公共建筑为0.28m/s2;顺风向及横风向风振加速度的算法一般有两个版本，即《高钢规》及《荷规》算法。按照规范，我们可以计算出顺风向或者横风向的顶点加速度值，这两个值可以直接与规范限值比较，有些院还会补充一个两方向的组合加速度值（0.8倍的平方根），并与限值比较。
风振加速度计算公式略显复杂，所以我们一般使用YJK或SATWE提供的计算值，但要注意，最大风振加速度仅算至主屋面，如果结构模型中还有出屋面的部分，软件给出的结果是偏大的，如果据此增加结构刚度，甚至增设阻尼器，都是不当的。我们一般的做法是，自编程序，计算主屋面处的加速度。
3)楼面振动标准
中国规范以楼板振动频率控制楼面振动舒适度的相关要求大致如下表所示。
国际标准一般采用ATC的竖向振动峰值加速度要求，具体如下图所示。《高规》3.7.7条即参考了此标准。
关于楼板振动的分析方法，影响因素，笔者曾写过一篇文章，《考虑随机性人行激励的楼盖舒适度方法研究》，如有兴趣，可以参阅。
四、建筑分类等级
主要包括如下几个方面：防火等级，环境类别，基础设计等级，抗震设防类别，结构安全等级。
1）防火等级
虽然我们在报告中常写防火等级，但笔者翻看《建筑设计防火规范》（简称《防火规范》），只有耐火等级的概念。《防火规范》将民用建筑分为三类，一类高层民用建筑，二类高层民用建筑以及单、多层民用建筑。
民用建筑的耐火等级分为一、二、三、四级。不同的耐火等级，各建筑结构构件对应着不同的耐火极限。这相当于我们结构中所规定的不同的抗震等级，但对不同的构件，却对应着不同的调整系数。这些都视构件的重要性而定。
根据《防火规范》5.1.3条的规定，超高层建筑（高度超过100m）耐火等级均为一级，对二类高层民用建筑，耐火等级可定为二级。对单、多层民用建筑，耐火等级可酌情划定为三级或四级。
2）环境类别
环境类别的划分在《混凝土规范》3.5.2条有明确规定。此处，环境类别划分为一、二a、二b、三a、三b、四、五。但规范对裂缝宽度、耐久性以及保护层厚度的规定，只涉及一、二a、二b、三a和三b。根据笔者的理解，如果环境类别认定为四类和五类，将属于极端特殊环境，需要专门研究论证。对海岸建筑，如果采用桩基础，桩将长期浸泡在地下水（可能是海水）中，我们经常碰到这种情况，个人认为，环境类别定为三b即可。
3）基础设计等级
《建筑地基基础设计规范》3.0.1条对基础设计等级进行了规定。对30层以上的高层建筑可直接划定为甲级。
4）结构安全等级
《建筑结构可靠度设计统一标准》1.0.8条按照建筑物类型（重要的房屋、一般的房屋、次要的房屋）以及破坏后果（很严重、严重、不严重）将建筑结构的安全等级划分为一级、二级、三级。
结构安全等级在结构设计中如何体现呢？一般是反映在结构重要性系数中，结构重要性系数同时也与设计使用年限相关。
安全等级为一级或设计使用年限为100年及以上的结构构件，结构重要性系数≥1.1；
安全等级为二级或设计使用年限为50年的结构构件，结构重要性系数≥1.0；
安全等级为三级或设计使用年限为5年的结构构件，结构重要性系数≥0.9；
5）抗震设防类别
抗震设防类别的划分会影响抗震措施的确定，比如，《高规》3.9.1条，对甲类、乙类建筑：应按本地区抗震设防烈度提高一度的要求加强其抗震措施。因此，对抗震设防类别的划分要慎重。以下说一种比较有争议的情况。
《抗震设防分类标准》规定，商业建筑中，人流密集的大型的多层商场抗震设防类别应划为重点设防类，而大型商场是指一个区段人流5000人，换算的建筑面积约为17000㎡或营业面积7000㎡以上的商业建筑。
同时，《抗震设防分类标准》又通过小字注明，“区段是指由防震缝分开的结构单元、平面内使用功能不同的部分、或上下使用功能不同的部分”。由于大的商业裙房通常都会根据塔楼布置以若干条抗震缝划分，各区段的面积将小于大型商场的定义标准，抗震设防类别统统定位丙类？
直观上感觉，此处是矛盾的，抗震设防类别是以震害发生时，人员伤亡程度等因素划分的，除非有更多的逃生疏散通道可以降低人员伤亡，否则没理由降低抗震设防类别。结构抗震缝与人员疏散有何干？再想想，防火分区与地震时人员疏散有何干？其实，都没有直接关系。
在此，我引用一个我不喜欢的人的观点来结束这个问题的争议。“一个区段是指：具有同一建筑功能的相关范围，考察的是人员聚集程度，与建筑功能分区及不同区段出口有关，不完全是一个结构区段或一个结构单元，与结构是否分缝无直接联系。‘大型商场’不会因结构设缝或增加结构单元而消失。只有通过建筑手段，对密集人流进行合理分隔和疏导，使每一段内商业面积不满足大型商场要求、不会出现‘人流密集’现象，才能避免被划分为乙类。”
