在框剪结构中，应当使剪力墙承担大部分由于水平作用产生的剪力。但是，剪力墙设置过多，使结构刚度过大，从而加大了地震效应，对结构也是不合理不经济的。
Cf-框架平均总刚度
D-各层框架柱平均抗推刚度D值
λ-框架剪力墙结构刚度特征值，1.15≤λ≤2.4
EIw-剪力墙平均总刚度
H-建筑物总高度
EIw=H2*Cf/λ2
如果EIw与实际结构布置的剪力墙刚度接近或求得的EIw稍大，则剪力墙的布置合理；
若EIw小于实际结构布置的剪力墙刚度或求得的EIw大得多，则剪力墙的布置应调整。

短肢剪力墙结构有利于住宅建筑的布置，又能进一步减轻结构自重，但在高层住宅中，剪力墙不宜过少，墙肢不宜过短，因此，不应设计成全部为短肢剪力墙的剪力墙结构。短肢剪力墙较多时，应布置剪力墙筒体（一般剪力墙）和短肢剪力墙共同抵抗水平力的剪力墙结构。并符合下列规定：
1.7度和8度时最大适用高度不应大于100米和60米。
2.短肢剪力墙的抗震等级提高一级采用。
3.短肢剪力墙的轴压比一、二、三级时不宜大于0.5、0.6、0.7，无翼缘或端柱的一字型短肢剪力墙相应降低0.1。（注意：应按提高后的抗震等级确定）
4.除底部加强部位的其他各层短肢剪力墙剪力设计值，一、二级时分别乘以增大系数1.4、1.2。
5.短肢剪力墙厚度不应小于200，砼强度等级不应低于C25。
6.全部纵向钢筋配筋率底部加强部位不宜小于1.2%，其他部位1.0%。

在水平荷载作用下，当转换层上、下部结构侧向刚度相差较大是，会导致转换层上下结构构件内力突变，促使部分构件提前破坏，当转换层位置较高时，这种内力突变会进一步加剧。因此，设计时应控制转换层上、下层结构的等效剪切刚度比γ。
底部大空间为一层时，γ宜接近1，非抗震设计时γ不应大于3，抗震设计时γ不应大于2。
γ=G2A2h1/ G1A1h2
G为砼剪变模量
A为折算抗剪截面面积
h为层高
底部大空间层数一层时，γ宜接近1，非抗震设计时γ不应大于2，抗震设计时γ不应大于1.3。
γ=(Δ1/H1)/ (Δ2/H1)
Δ1为转换层及其下部结构在顶部单位水平力作用下的位移
Δ2为转换层上部结构在顶部单位水平力作用下的位移
H1为转换层及其下部剪力墙结构高度
H2为转换层上部剪力墙结构高度，应与转换层及其下部结构的高度相等或接近
注意：H2≤H1，否则计算结果偏于不安全。
为防止出现转换层下部楼层刚度较大，而转换层本层侧向刚度较小，此时，等效刚度比虽能满足限值要求，但转换层本层侧向刚度过于柔软。所以，当转换层设置在3层及3层以上时，其楼层侧向刚度尚不应小于相邻上部楼层侧向刚度的60%。

[ 本帖最后由 mlq7343 于 2009-12-22 10:31 编辑 ]

转换层上部楼层，各片剪力墙刚度成比例变化，位移特征相似，外荷载产生的水平力大体上按各片墙的等效刚度比例分配。
底部大空间层，由于框支柱的刚度很小，往往达不到落地剪力墙刚度的1%，因此水平剪力集中到落地剪力墙上，几乎为百分百，框支柱的剪力很小，接近于零。
目前采用计算机分析的程序，是假定转换层楼板刚度无穷大，因而得到转换层框支柱、剪力墙位移相等，水平力按其刚度比例确定；实际上，楼板有显著变形使部分框支柱位移增大，从而使框支柱的剪力比计算值大3-5倍，甚至更多。
最后，落地剪力墙按计算结果采用，框支柱剪力不应小于：
框支柱数不大于10时，框支层为1-2层时取0.02V
框支柱数不大于10时，框支层大于3层时取0.03V
框支柱数大于10时，框支层为1-2层时取0.2V/N
框支柱数大于10时，框支层大于3层时取0.3V/N
V为基底剪力
N为框支柱数目

普通配筋连梁中，要依靠砼传递剪力，反复荷载作用下砼挤压破碎，连梁便失去承载力；而交叉配筋连梁中，连梁的剪力全部由交叉暗撑承担，交叉暗撑起拉杆、压杆作用，形成桁架传力途径，砼虽然破碎，桁架依然能继续受力，对墙肢的约束弯矩仍起作用。
9.3.8：跨高比不大于2的框筒梁和内筒连梁宜采用交叉暗撑；跨高比不大于1的框筒梁和内筒连梁应采用交叉暗撑。
梁截面宽度不宜小于300，纵筋直径不应小于14。

特一级、一级、二级弯矩增大系数：
与转换构件相连的柱上端和底层柱下端的弯矩组合设计值分别取1.8、1.5、1.25；
其它层框支柱柱端弯矩设计值取1.68、1.4、1.2。
特一级、一级、二级剪力增大系数：
与转换构件相连的柱上端和底层柱下端的弯矩组合设计值分别取1.68、1.4、1.2；
其它层框支柱柱端弯矩设计值取1.68、1.4、1.2。
轴力调整抗震设计时特一级、一级、二级分别乘以增大系数1.8、1.5、1.2；但计算轴压比时不宜考虑该增大系数。

型钢砼柱的轴向力大于0.5倍柱子的轴向承载力时，柱子的延性也将显著降低，但型钢砼柱有其特殊性，在一定轴力的长期作用下，随着轴向塑性的发展以及长期荷载作用下砼的徐变收缩会产生内力重分布，钢筋砼部分承担的轴力逐渐向型钢部分转移，根据型钢砼柱的试验结果，考虑长期荷载下徐变的影响，得出N=n(fckA+1.28fakAa)，将轴压承载力标准值换算成设计值且将材料强度换算成设计值后，得出型钢砼柱的轴压比大约0.83左右，考虑钢筋未必能全部发挥作用，且强柱弱梁的要求未作规定以及钢筋的有利作用未计入，因此轴压比设限值，以保证型钢砼柱的延性系数大于3。
型钢砼柱的轴压比n=N/(fcA+faAa)
抗震等级为一、二、三时，轴压比限值为0.7、0.8、0.9。
注意：
框支柱相应减少0.1；
剪跨比不大于2的柱相应减少0.05；
砼等级大于C60时宜减少0.05。

[ 本帖最后由 mlq7343 于 2009-12-28 09:17 编辑 ]

由荷载试验测定的地基土压力变形曲线线性变形段内规定的变形所对应的压力值，其最大值为比例界限值。
C.0.6.承载力特征值的确定应符合下列规定：
1.当P~S曲线上有比例界限时，取该比例界限所对应的荷载值；
2.当极限荷载小于对应比例界限的荷载值的2倍时，取极限荷载的一半；
3.以上两款不能确定时，当压板面积为0.25~0.5㎡，可取S/B=0.01~0.015所对应的荷载，但其值不应大于最大加载量的一半。
C.0.7.同一土层参加统计的试验点不应少于三点，当试验实测值的极差不超过其平均值的30%时，取此平均值作为该土层的地基承载力特征值。

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3.0.4.
1.按地基承载力确定基础底面积、埋深，按单桩承载力确定桩数时，传至基础或承台底面上的荷载效应应按正常使用极限状态下荷载效应的标准组合。相应抗力应采用地基承载力特征值或单桩承载力特征值。
2.计算地基变形时，传至基础底面上的荷载效应应按正常使用极限状态下荷载效应的准永久组合，不应计入风荷载和地震作用。相应限值应为地基变形允许值。
3.计算挡土墙土压力、地基或斜坡稳定及滑坡推力时，荷载效应应按承载能力极限状态下荷载效应的基本组合，但其分项系数均为1.0。
4.在确定基础或桩台高度、支挡结构截面、计算基础或支挡结构内力、确定配筋和验算材料强度时，上部结构传来的荷载效应组合和相应的基底反力，应按承载能力极限状态下荷载效应的基本组合，采用相应的分项系数。
5.当需要验算基础裂缝宽度时，应按正常使用极限状态下荷载效应的标准组合。