超靜定結(jié)構(gòu)設計舉例

PAGEPAGE6第六講超靜定結(jié)構(gòu)設計舉例一、概述（a）等截面而而連續(xù)曲線布布筋。優(yōu)點：：錨具量??；；缺點：摩擦擦損失大。（b）變高度梁梁（c）加腋截面面。特點：曲曲線筋平緩（d）加腋（圓圓弧加腋）特點：可采用直直線筋，且直直線筋在支座座處（受拉區(qū)區(qū)）仍有作用用（e）采用中間間錨固的預應應力短束（f）等截面，互互搭截面配筋筋。優(yōu)點：摩摩擦損失??；；缺點：錨具具量大。（g）用聯(lián)結(jié)器器形成的連續(xù)續(xù)梁圖6.1現(xiàn)澆澆預應力混凝凝土連續(xù)梁布布筋方案預應力混凝土連連續(xù)梁可以采采用現(xiàn)澆混凝凝土，也可采采用預制混凝凝土，預應力力連續(xù)梁常用用的布筋形式式如圖6.1和圖6.2所示?，F(xiàn)澆澆預應力連續(xù)續(xù)梁一般都用用于跨度大、自重大難以以進行預制、且且有條件進行行支模的情況況。常見的形形式有以下幾幾種：1、采用曲線筋筋的等截面直直梁，如圖6.1（a）所示。這這種梁分析計計算不復雜，模模板形狀比較較簡單，常用用于短跨預應應力連續(xù)梁和和單向、雙向向預應力平板板或帶肋板。2、對跨度較大大、荷載較重重的連續(xù)梁，將將梁加腋或圓圓弧形加腋、將將底面做成曲曲線或折線形形，預應力筋筋稍微彎曲或或直接采用直直線筋，如圖圖6.1（b）、（c）和（d）所示。這樣，可以做到到沿梁長各截截面均獲得最最佳的梁高和和理想的預應應力偏心距。由由于預應力筋筋曲率小，接接近于直線，摩摩擦損失值小小。這是大跨跨梁用得較多多的一種方案案。3、將預應力筋筋于中間支座座處互相搭接接錨固，簡稱稱互搭式，如如圖6.1（e）和（f）所示。這這樣，在梁頂頂面就可以減減少每根預應應力筋的長度度和避免反向向曲線，有利利于減少摩擦擦損失值。這這種布置需要要在梁頂預留留放置錨具和和張拉千斤頂頂?shù)陌疾郏谠趶埨凸酀{漿完畢后再用用混凝土封閉閉。這種短筋筋和長筋相比比，要增加較較多錨具。4、用聯(lián)結(jié)器形形成的連續(xù)梁梁，如圖6.1（g）所示。預預應力筋常采采用高強粗鋼鋼筋，端頭帶帶有擰聯(lián)結(jié)器器的螺絲口；；也可以采用用鋼絲束和鋼鋼鉸線和其它它形式的聯(lián)結(jié)結(jié)器。施工方方法是先澆筑筑第一跨并張張拉到規(guī)定預預應力值之后后，接著澆筑筑第二跨，通通過聯(lián)結(jié)器將將先后兩跨的的預應力筋聯(lián)聯(lián)結(jié)，待混凝凝土達到規(guī)定定的強度后張張拉第二跨以以形成兩跨連連續(xù)梁。用同同樣的方法可可以形成三跨跨或更多跨的的連續(xù)梁。由由于每次只張張拉一根梁，所所以，摩擦損損失值較小。國外實踐經(jīng)驗表表明，預應力力連續(xù)梁一般般以采用先張張混凝土簡支支梁，于就位位后通過后張張束以拼成連連續(xù)梁最為經(jīng)經(jīng)濟。對中小小跨度的梁，梁梁處于簡支狀狀態(tài)承受自重重和施工荷載載，于拼裝完完成之后，由由連續(xù)梁承受受增加的恒載載和活載，這這種承受全部部活載，而只只承受部分荷荷載的梁，稱稱為部分連續(xù)續(xù)性的連續(xù)梁梁。長跨梁一一般均分成若若干段進行預預制，然后將將塊體放在支支架上用后張張束進行拼裝裝，這種全部部恒載與活載載均由連續(xù)梁梁承擔的梁，稱稱為全連續(xù)性性的連續(xù)梁。常常見的形式有有以下幾種：：1、從整個連續(xù)續(xù)梁的一端到到另一端用通通長的后張束束將預制構(gòu)件件拼成連續(xù)梁梁的方案，如如圖6.2（a）所示。首首先將預制梁梁架設就位，接接著對支座處處梁端接縫澆澆灌混凝土，等等混凝土結(jié)硬硬后，對布置置于梁頂面預預留明槽內(nèi)或或布置于上翼翼板預留孔道道內(nèi)的預應力力筋進行張拉拉，以形成連連續(xù)梁。這種種方案施工簡簡單，但用鋼鋼量不省，因因為不管需要要與否，在梁梁的全部長度度內(nèi)均配置同同樣面積的預預應力配筋。2、采用帽式預預應力短筋以以形成支座處處連續(xù)性的方方案，如圖6.2（b）所示。預預應力筋取用用鋼絲或鋼鉸鉸線，從梁底底面穿入和張張拉。由于曲曲率大，預應應力摩擦損失失大。3、于支座頂面面配置較短的的負彎矩筋以以形成連續(xù)梁梁，如圖6.2（c）所示。這這個方案比圖圖6.2（a）的方案節(jié)節(jié)省鋼材，但但要多用錨具具。4、用聯(lián)結(jié)器達達到連續(xù)性的的方法，如圖圖6.2（d）所示。該該方法適用于于各種張帽體體系，但對高高強粗鋼筋更更為有利。這這種方法可以以分跨依次張張拉，每次只只拉一跨，可可以避免一次次拉幾跨而出出現(xiàn)的較大摩摩擦損失值。施施工方法是將將下一根準備備張拉的梁的的預應力筋，用用聯(lián)結(jié)器接在在前一根梁已已張錨完畢的的預應力筋錨錨具上，然后后再在梁的另另一端進行張張拉，這種方方法與圖6.1（g）的現(xiàn)澆方方案基本相同同。5、采用懸臂法法施工是國內(nèi)內(nèi)外都用得比比較多的建造造長跨橋的方方法，如圖6.2（e）所示。將將梁身分成若若干段，每段段為一個預制制塊或一現(xiàn)澆澆混凝土段，梁梁身從橋墩兩兩邊一段一段段地對稱向跨跨中拼接延伸伸，每一段都都與已安裝完完畢的前一段段用后張束拼拼在一起，形形成一對從橋橋墩伸出的懸懸臂梁。于跨跨中合攏后可可以用后張束束形成連續(xù)梁梁，也可以做做成鉸節(jié)點。（a）用通長束束；（b）用支座束束；（c）用支座短短束；（d）用支座處處聯(lián)接器；（e）用后張束束拼裝塊體；；（f）用非預應應力負彎筋；；（g）用后張束束連續(xù)板的接接頭圖6.2裝配配式預應力混混凝土連續(xù)梁梁布筋方案6、在支座處梁梁頂面配置非非預應力負彎彎矩鋼筋并澆澆灌面層混凝凝土，如圖4.2（f）所示?？煽梢院苋菀资故诡A制預應力力構(gòu)件在活載載下成為連續(xù)續(xù)梁。如果希希望恢復恒載載連續(xù)性，可可以在澆筑面面層混凝土之之前對預制梁梁加以支撐。根根據(jù)國內(nèi)試驗驗資料，這種種由預應力筋筋承擔正彎矩矩、由Ⅱ級螺紋鋼筋筋承擔負彎矩矩的疊合式連連續(xù)板具有良良好的使用性性能，破壞前前具有充分進進行內(nèi)力重分分布的能力，如如圖6.2（g）所示。此外，采用預應應力芯棒作為為負彎矩配筋筋，也是一種種可行的方法法，并已在橋橋梁上用過。二、預應力混凝凝土連續(xù)梁的的試驗研究50年代以來，國國外學者做了了一些預應力力混凝土連續(xù)續(xù)梁的試驗，但但試驗結(jié)果相相差較大，因因而得出的結(jié)結(jié)論也不一致致。80年代初，由由于超靜定部部分混凝土結(jié)結(jié)構(gòu)的應用越越來越廣泛，對對預應力混凝凝土連續(xù)梁在在極限荷載下下的性能問題題――這一有爭議議的問題開始始進一步研究究。以東南大大學呂志濤院院士為代表，從1980年以來結(jié)合工程實踐所做的試驗研究，得出了一些有用的試驗結(jié)果，提出了一些設計建議，試驗研究表明：①預應力混凝土土連續(xù)梁在開開裂之前保持持彈性，按照照彈性理論可可分別求得外外荷載和預應應力產(chǎn)生的內(nèi)內(nèi)力，并在截截面計算中可可相疊加。②預應力混凝土土連續(xù)梁在開開裂之后有一一定的內(nèi)力重重分布，但是是，仍可用彈彈性理論分別別得出外荷載載和預應力產(chǎn)產(chǎn)生的內(nèi)力，并并相疊加，其其結(jié)果基本正正確。③預應力混凝土土連續(xù)梁在使使用荷載下?lián)蠐隙缺认鄳牡暮喼Я阂⌒〉枚啵襞渑溆幸恍┱辰Y(jié)結(jié)較好的非預預應力鋼筋，臨臨界截面處的的裂縫寬度較較小。④卸去一部分活活載之后，變變形的恢復較較多，已開的的裂縫可變得得細微或閉合合起來。⑤內(nèi)支座的剪力力常常較大，因因此，要防止止剪切破壞先先于彎曲破壞壞。⑥在極限破壞狀狀態(tài)，有粘結(jié)結(jié)預應力連續(xù)續(xù)梁在配筋率率不高的情況況下，一般能能在臨界截面面處形成塑性性鉸。這些鉸鉸出現(xiàn)后使梁梁可能變成靜靜定體系，并并產(chǎn)生內(nèi)力充充分重分配。⑦在使用階段，即即使梁出現(xiàn)裂裂縫，但次反反力基本不變變；在極限階階段，盡管在在臨界截面處處都出現(xiàn)塑性性鉸，形成機機動體系，次次反力有一定定的減少，說說明次反力只只是在臨界截截面處由于預預應力筋過大大的塑性變形形而消失。通過上述試驗結(jié)結(jié)果的分析，我我們可以得出出下列結(jié)論：：①在驗算使用極極限狀態(tài)時，應應按彈性分析析方法，考慮慮由于預應力力產(chǎn)生的次彎彎矩和次反力力；②在驗算承載力力破壞極限狀狀態(tài)時，可用用彈性分析法法，考慮次彎彎矩、次剪力力和次反力的的影響。在一一定的條件下下可采用塑性性極限分析方方法，不考慮慮次彎矩、次次剪力和次反反力的影響。極極限荷載只取取決于臨界位位置及相應的的破壞彎矩；；③在內(nèi)支座部位位應重視剪切切承載力的驗驗算，加配一一些非預應力力構(gòu)造鋼筋，保保證連續(xù)梁不不發(fā)生局部破破壞。三、使用荷載下下連續(xù)梁的彈彈性分析和設設計預應力混凝土連連續(xù)梁的設計計，和其它連連續(xù)結(jié)構(gòu)一樣樣，基本是一一個試算過程程。目前所闡闡述的結(jié)構(gòu)分分析方法及預預應力混凝土土超靜定的基基本理論為連連續(xù)梁結(jié)構(gòu)的的合理設計提提供了基礎。下下面是設計預預應力混凝土土連續(xù)梁的基基本步驟。第一步：假定構(gòu)構(gòu)件尺寸。預預應力混凝土土連續(xù)梁的跨跨高比常為13~25，高寬比在3~6，預應力混混凝土連續(xù)梁梁常與其上面面的板現(xiàn)澆在在一起，形成成T形梁。第二步：計算在在恒載和活載載作用下及各各種荷載組合合下截面的最最大和最小彎彎矩。第三步：根據(jù)這這些彎矩及相相應的截面高高度初步確定定預壓力的大大小。在經(jīng)常常的荷載作用用下，最大彎彎矩截面處可可不考慮消壓壓，修改構(gòu)件件截面尺寸，重重復第一、二二步。第四步：布置預預應力束，使使預應力束的的形狀接近于于彎矩圖。第五步：利用線線性變換原理理，調(diào)整預應應力束。第六步：進行彈彈性分析，校校核使用極限限狀態(tài)。四、連續(xù)梁的極極限強度前面已經(jīng)講過，預預應力混凝土土連續(xù)梁在極極限階段的性性能和計算還還是一個沒有有研究完善的的問題。特別別在承載力計計算時，次彎彎矩及次反力力是否應包括括在內(nèi)的問題題一直是有爭爭議的。試驗驗證明，在極極限階段，臨臨界截面附近近一定范圍內(nèi)內(nèi)預應力筋將將發(fā)生較大的的塑性變形，預預應力將消失失一部分。因因而由預應力力產(chǎn)生的次彎彎矩也將有所所變化。也就就是說，在極極限狀態(tài)，盡盡管發(fā)生完全全內(nèi)力重分布布，使超靜定定結(jié)構(gòu)轉(zhuǎn)變?yōu)闉闄C構(gòu)，次彎彎矩仍然存在在。東南大學學多根配有預預應力高強鋼鋼絲的預應力力混凝土連續(xù)續(xù)梁，其數(shù)值值約為原來次次彎矩數(shù)值的的1/4~22/3，因而在極極限狀態(tài)設計計時考慮次彎彎矩的影響是是合理的。但但是，由于這這時的次彎矩矩值的大小不不易精確確定定。因此，精精確確定各種種連續(xù)梁的極極限強度是較較為困難的。我我們認為，對對于無粘結(jié)的的預應力連續(xù)續(xù)梁，配筋率率較高的連續(xù)續(xù)梁、板類結(jié)結(jié)構(gòu)，由于結(jié)結(jié)構(gòu)延性較差差，建議采用用彈性分析，并并考慮次彎矩矩和次剪力的的影響。這是是因為，次彎彎矩本身在支支座之間是線線性變化的。實實際上是一種種定值調(diào)幅。而而按塑性極限限設計，彎矩矩的調(diào)幅是自自由的。也就就是說，考慮慮次彎矩和次次剪力與不考考慮次彎矩和和次剪力只是是調(diào)幅和程度度不一樣，關關于這一點，在在后面的例題題中進一步闡闡述?！驹O計例題1】試試初步設計一一預應力混凝凝土雙跨連續(xù)續(xù)T形大梁，有有效翼緣寬度度為1500mmm，翼緣厚度度為100mm，跨度均為18m，承受均布布恒載為12kN//m（不包括自自重），承受受均布活載為為36kN//m，采用C40混凝土，HRB3335級非預應力力筋和1570級預應力鋼鋼鉸線。解：（1）選擇截面面尺寸取梁高h=l//15＝1.2m＝1200mmm，取b＝300mm，則截面參參數(shù)如下：截面面積A=44.8×1005mm2，形心軸到到上邊緣的距距離y＝462.55mm；截面慣矩I＝77.037××1010mm4,則大梁自重重為：=0.48××25=122kN/m；截面形狀如圖66.3所示。圖6.3（2）計算由恒恒載和活載在在跨中和支座座處產(chǎn)生的彎彎矩由恒載產(chǎn)生的內(nèi)內(nèi)支座彎矩為為：由恒載產(chǎn)生的跨跨內(nèi)最大彎矩矩在x=0.3775l處（離邊支支座）由活載產(chǎn)生的內(nèi)內(nèi)支座彎矩為為：由活載產(chǎn)生的跨跨中彎矩為：：由活載產(chǎn)生的跨跨內(nèi)最大彎矩矩（距邊支座座0.3755l處）（3）估計預應應力的大小假定采用拋物線線預應力束。跨跨中預應力束束中心距底面面為100mm，支座處預預應力鋼筋中中心離頂面100mm，則矢高為：：f＝637.55＋362.55/2＝818.775（如圖6.3（c）所示）則：設預應力束引起起的均勻等效效荷載平衡：：恒載＋10%的活荷載，則則要求平衡的的均布荷載為為：24＋3.6＝＝27.6kkNm∴假設預應力總損損失為20%，則：1364.833kN∴1706.003kN選用φs5高高強碳素鋼絲絲，N/mm2則預應力鋼筋的的面積為：mm2則所需高φs5強鋼絲的根根數(shù)為：根，取為3束，每每束28根，實際的的預應力鋼筋筋的面積為：：84×19.66＝1646..4mm2（4）預應力鋼鋼筋的布置按荷載平衡法設設計要求預應應力鋼筋的形形狀為理想拋拋物線，在中中間支座處有有尖角，實際際工程中，這這種尖角難以以施工。實際際布置預應力力束時常在支支座處采用反反向拋物線來來過渡。實際際布置的曲線線預應力束在在跨中由左右右兩段拋物線線在控制點相相切，并有共共同的水平切切線。在內(nèi)支支座處，用一一反向拋物線線，和跨內(nèi)拋拋物線相切于于反彎點處。反反彎點約在支支座附近0.1l處，反彎點點位于預應力力束輪廓線的的最高點和最最低點的連線線上，如圖6.4(b)所示?，F(xiàn)取取反彎點距內(nèi)內(nèi)支座為0.1l，根據(jù)比例例關系可求得得兩段反向拋拋物線各自的的垂度。圖6.4該梁預應力筋的的實際輪廓線線由三段半拋拋物線組成，這這些拋物線引引起的等效荷荷載分別為：：式中，N/mmm2，則：N由等荷載產(chǎn)生的的綜合彎矩如如圖6.4(c)所示，由預預應力筋產(chǎn)生生的主彎矩圖圖如圖6.5(a)所示，由預預應力產(chǎn)生的的次彎矩圖如如圖6.5(b)所示?？梢娨?，次彎矩對對支座有利，對對跨中不利。圖6.5若線按圖6.33中的理想拋拋物線，計算算得到的等效效荷載為27.155kN/m，這樣，在在內(nèi)支座處產(chǎn)產(chǎn)生的綜合彎彎矩為1099..5kNm，與實際的的預應力筋產(chǎn)產(chǎn)生的綜合彎彎矩1015..7kNm比較，結(jié)果果相差7.6%，表明用理理想拋物線束束來估計預應應力筋可行的的。若考慮35%的的活載為長期期作用活載，則則在長期荷載載作用下內(nèi)支支座的彎矩為為：kNm跨中彎矩為：kNm驗算在長期荷載載下，預應力力混凝土梁是是否在退壓彎彎矩之內(nèi)：①支座截面②跨中截面③跨內(nèi)彎矩最大大截面（略）由以上驗算可知知，在經(jīng)常作作用的荷載下下，連續(xù)梁大大體上處于退退壓彎矩之內(nèi)內(nèi)，因而可以以認為所選的的預應力束的的數(shù)量和布置置形式是合適適的。（5）極限正截截面強度驗算算①按彈性理論計計算的彎矩進進行極限抗彎彎承載力驗算算按彈性分析進行行極限狀態(tài)設設計要考慮次次彎矩的作用用，但次彎矩矩的荷載系數(shù)數(shù)為1，則要求截截面滿足的抵抵抗彎矩為內(nèi)支座截面：＝1.2×9772+1.33×14588－528.446＝3061.88－528.446=25333.34kkNm設mm∴則受壓區(qū)高度為為：0.46×h00＝0.46××1120＝515.22mm取，則所需非預預應力鋼筋的的面積為：先用6φ25＋＋2φ22，3705mmm2跨內(nèi)距邊支座00.375ll處：＝1.2×5446＋1.3×8820.133＋0.37××528.446＝655.2＋＋1066..169＋198.117＝1919..53kNmm由拋物線方程可可得：當時，于是，在距支座座0.3755l處預應力鋼鋼筋的偏心距距為：0.9375××637.55＝597.665mm根據(jù)跨內(nèi)計算所所需非預應力力鋼筋面積，由由于為第I類T形截面，所所以，按構(gòu)造可配非預預應力筋為4φ20，。②按塑性理論進進行極限設計計按塑性極限理論論進行抗彎承承載力設計，不不考慮次彎矩矩的影響，只只考慮塑性鉸鉸出現(xiàn)位置。若塑性鉸出現(xiàn)在在跨中和內(nèi)支支座處，則在在極限狀態(tài)時時，連續(xù)梁所所變成的機構(gòu)構(gòu)為圖6.6(aa)所示，根據(jù)據(jù)內(nèi)功與外功功相等求出相相應的在支座座和跨中給定定極限彎矩及及下所能承受受的極限外荷荷載。圖6.6如圖6.6(bb)所示，及所做的內(nèi)功功為：如圖6.6(cc)所示，所做的的外功為：又即，，則假設內(nèi)支座處配配有6φ25的非預應力力鋼筋，As=29455mm2，則內(nèi)支座座所能承受的的極限彎矩計計算如下：混凝土受壓區(qū)高高度＝2393.88kNm跨中所需的抵抗抗彎矩為：則跨中所需的配配筋為：非預應力筋應按按構(gòu)造配筋。同理，若塑性鉸鉸出現(xiàn)在跨內(nèi)內(nèi)最大彎矩截截面和內(nèi)支座座處，如圖6.7所示。圖6.7于是，則，若在內(nèi)支座處同同樣配有6φ25的非預應力力鋼筋，則kNm則在D截面所需需非預應力筋筋：，∴按構(gòu)造配4φ220，As＝1256mmm2。由于支座彎矩比比跨中彎矩大大一倍，故按按彈性分析設設計和按塑性性分析進行設設計，跨中截截面的鋼筋都都有一些富余余，為保證各各臨界截面安安全度基本一一致，可考慮慮在內(nèi)支座處處加腋。按塑性極限設計計不需要考慮慮次彎矩的影影響，極限荷荷載只與臨界界截面的極限限彎矩有關。但但要注意：①按塑性極限限設計要保證證臨界截面塑塑性鉸的轉(zhuǎn)動動能力，一般般用截面受壓壓區(qū)高度與截截面有效高度度之比小于0.3來控制；②另一是要求求彎矩調(diào)幅不不宜過大，約約調(diào)整按彈性性計算的最大大彎矩的20%左右。③要求截面極限限抵抗矩不小小于該截面開開裂彎矩的1.2倍。本題x/h0＝473.112/11220=0.44224，應適當增增加該截面的的寬度。（6）斜截面強強度驗算①按彈性理論分分析，考慮次次反力的影響響本題次反力對邊邊支座處抗剪剪不利，但對對內(nèi)支座處是是有利的。邊支座處的剪力力：＝3/8(1..2×24++1.3×336)×188+528..46/188＝510.3++29.355＝539.665kN內(nèi)支座處的剪力力：＝5/8×(11.2×366)×18－528.446/18＝850.5－29.35＝821.115kN＝0.25×119.1×3300×11120＝1604..4×1033N＝1604.44kN＞821.115kN若配φ10@1150的箍筋，則則由混凝土和和箍筋所承受受的剪力為：：＝0.7×3000×11220×1.771+1.225×3000×11200×(2×778.5/1150)＝402.119+4399.6＝841.779kN＞821.115kN由于在內(nèi)支座處處，彎矩、剪剪力都較大，因因此，要求混混凝土和箍筋筋足以承受剪剪力，建議不不考慮軸向力力對彎起預應應力鋼筋的有有利作用，以以保證抗剪不不發(fā)生破壞。②按塑性限分析析設計塑性極限分析內(nèi)內(nèi)支座及邊支支座的剪力與與臨界截面的的極限彎矩和和極限荷載有有關。若按圖6.7的的塑性機構(gòu)，邊邊支座的剪力力為：同樣配φ10@@150的箍筋，由由于混凝土和和箍筋所承受受的剪力大于于，因而抗剪剪承載力是安安全的。上述6步計算只只是T形連續(xù)梁的的初步設計。至至于在構(gòu)件尺尺寸、配筋給給定的情況下下，進行精確確的預應力損損失分析及強強度和裂縫寬寬度校核，以以及采用內(nèi)支支座處大梁加加腋等措施，這這些留給讀者者去完成?！驹O計例題2】預預應力混凝土土框架設計題題某工業(yè)廠房，柱柱網(wǎng)尺寸為(20+220)×6mm，共兩層，采采用預應力混混凝土主框架架結(jié)構(gòu)，樓面面及屋面為單單向無粘結(jié)平平板結(jié)構(gòu)，如如圖6.8所示。樓面面恒載（找平平及面層1kN/mm2,設備管道1.5kNN/m2，吊頂0.5kNN/m2）,樓面活載8kN/mm2（其中長期期活載為4kN/mm2），屋面恒恒載（找平層層0.5kNN/m2,保溫層1.0kNN/m2，防水及面面層1.5kNN/m2，管道1.0kNN/m2，吊頂0.5kNN/m2），屋面活活載1.5kNN/m2（其中長期期部分為1kN/mm2），場地土土為二類場地地，地震為7度設防。試試設計該預應應力混凝土混混凝土框架結(jié)結(jié)構(gòu)。圖6.8設計計例題2圖解：一、主框架結(jié)構(gòu)構(gòu)尺寸的確定定為簡化計算，取取中間⑦軸線框架進進行設計，不不考慮板的連連續(xù)性，荷載載按簡支傳遞遞，則⑦軸線框架的的負載范圍如如圖6.8所示。1.梁的尺寸寸的確定樓面梁：取，則則=200000/15==1333..33mm取=1400mmm，=400mmm屋面梁：取，則則=11111.1mm取=1200mmm，=400mmm大梁的有效翼緣緣寬度選?。海骸邉t按下列兩種情情況的較小值值考慮：（1）按跨度ll0考慮（l0為反彎點之之間的距離，取取l0＝0.7l）（2）按凈距考考慮，故?。海?5500mm則樓面梁及屋面面梁大梁截面面的幾何參數(shù)數(shù)如表6.1所示。表6.1樓面面梁、屋面梁梁的幾何參數(shù)數(shù)截面簡圖(mm)(mm)(mm4)(mm2)353.171046.83321.18×1101012.98×110529190913.52×1101012.18×11052.柱尺寸的的確定在抗震區(qū)，建議議預應力混凝凝土中柱軸壓壓比為0.6，邊柱的軸軸壓比為0.4，梁柱混凝凝土等級為C40，N/mm2。①樓面荷載載標標準值（板厚厚180mm）板自重：0.118×25==4.5kkN/m2找平及面層：11.0kN//m2設備管道：1..5kN/mm2吊頂：0.5kkN/m2內(nèi)隔墻：1.55kN/m229.0kN/mm2樓面恒載線荷載載標準值：9.0×66=54kNN/m大梁自重：0..4×1.44×25=114kN/mm總計68kN//m大梁活載線荷載載標準值：8×6＝48kN//m②屋面荷載標準準值板自重：4.55kN/m22找平：0.5kkN/m2保溫層：1.00kN/m22防水及面層：11.5kN//m2管道：1.0kkN/m28.5kN/mm2屋面梁恒載線荷荷載標準值：：8.5×6＝51kN//m屋面梁自重：00.4×1..2×25==12kN//m總計63kN//m屋面梁活載標準準值：1.5×66=9kN//m底面中柱承受的的設計軸力：：（1.2×688×10+11.3×488×10+11.2×633×10+11.4×9××10）×2＝（816+6624+7556+1266）×2=(22322kNN)×2=44644kNN設計中柱寬為6600mm則：0.6×119×6000×≥4644××103N=678.944mm，取=7000mm，邊柱設計軸力為為：加上墻重重2322+133.68×66×1.2==2420..5kN設計柱寬為6000mm則：0.4×119×6000×≥2420..5kN≥530.8mmm，?。?00mm。柱的截面面及幾何參數(shù)數(shù)如表6.2所示。表6.2柱柱的幾何參數(shù)數(shù)截面簡圖A(mm2)I(mm4)截面簡圖A(mm2)I(mm4)3.6×10551.08×100104.2×10551.715×110103.梁、柱級級剛度在表6-3中列出表6.3梁梁、柱線剛度度表構(gòu)件公式線剛度構(gòu)件公式線剛度樓面梁34.41×11010邊柱5.85×10010屋面梁21.97×11010中柱9.48×10010二、各種荷載下下的內(nèi)力計算算1.豎向荷載載下的內(nèi)力計計算恒載下的內(nèi)力計計算，荷載計計算簡圖如圖圖6.9所示。圖6.9對稱荷載下的對對稱結(jié)構(gòu)，可可簡化成如圖圖6.10所示的內(nèi)力力計算簡圖，用用彎矩二次分分配方法求在在荷載下的彎彎矩，彎矩分分配系數(shù)如圖圖6.11所示。圖6.10圖6.11彎矩分配過程如如圖6.12所示，恒載載下的彎矩圖圖如圖6.13所示。圖6.12圖6.13不考慮活載的最最不利布置，活活載作用下的的彎矩圖如圖圖6.14所示。圖6.14表6.4柱的的值計算構(gòu)件值值（N/mm）頂層邊柱0.7061.3767××104頂層中柱0.7482.364×1104底層邊柱0.811.5795××104底層中柱0.842.6544××1042.地震作用用（采用D值法計算）各柱的D值在表表6.4中列出。各層重力荷載代代表值：頂層：G2＝663×2×220＋6×2×220＝2520++240=22760kNNG1＝68×22×20×11.1（柱重系數(shù)數(shù)）＋48×2××20×0..5＝2992+9960=39952kN各層重力荷載代代表值如圖6.15所示。圖6.15（1）基本周期期的計算在圖6.15的的重力荷載代代表值的水平平荷載下的頂頂點位移計算算如下：①各層的側(cè)移剛剛度頂層：D2=22×1.37767+2..364=55.11744×104N/mm底層：D1=22×1.57795+2..6544==5.81334×1044N/mm②各層的層間位位移頂層：δ2＝VV2/D2=29922103/5.11174×1004=58.446mm底層：δ1＝VV1/D1=69444×103/5.81134×1004=119..45mm③頂點位移△u=δ1+δδ2=58.446+1199.45=1177.911mm=0..1779mm其基礎周期T11為∵T1＞1..4Tg＝14.×00.3＝0.42ss∴頂點附加地地震作用系數(shù)數(shù)δn＝0.08T1＋0.01＝0.08××0.5722＋0.01＝0.0566（2）總的底部部剪力的計算算（FEK）①總的重力荷載載代表值GeqGeq＝0.885×（2992＋3952）＝5902..4kN②地震作用下的的水平地震影影響系數(shù)③底部總剪力FFEK④頂點附加地震震力△Fn△Fn＝δFEEK=0.0056×2664.16＝14.8kkN⑤各質(zhì)點的地震震力FiF2＝150..18kN各質(zhì)點的地震力力的合力為：：F2=F2+△△Fn＝150.118＋14.8＝164.998kNF1=F1＝999.18kkN⑥各層的總剪力力ViVi＝Fek==264.116kNV2=F2=1164.988kN⑦各柱的剪力VVij列于表6-5中（按柱的的抗側(cè)風度分分配）表6.5柱的的抗側(cè)剛度構(gòu)件剪力Vij（kkN）構(gòu)件剪力Vij（kkN）頂層邊柱44.38底層邊柱71.77頂層中柱76.21底層中柱120.61（3）地震作用用下的彎矩圖圖如圖6.16所示（反彎彎點位置近似似按反彎點方方法確定）圖6.16三、預應力作用用下的內(nèi)力計計算1.預應力筋筋數(shù)量的估算算①預應力筋的形形狀層面預應力筋形形態(tài)如圖6.17所示。圖6.17a+b=12000－120－150=9930mma＝b＝930-1169=7661mm②樓面梁內(nèi)預應應力筋形狀與與屋面梁內(nèi)預預應力筋形狀狀相似（圖6.18），最高點點、最低點離離上下緣反彎彎點位置都與與屋面梁內(nèi)預預應力筋相同同。圖6.18故：樓面梁內(nèi)aa=205..45mm，b=924..55mm實際預應力筋的的等效荷載如如圖6.19所示。圖6.19屋面梁：樓面梁：若等代預應力筋筋為單一拋物物線形預應力力筋為單一拋拋物線形預應應力筋（兩端端最高點及跨跨中最低點確確定），屋面面梁等代拋物物線的自物垂垂度為：＝789＋1441/2＝859.55mm樓面梁等代拋物物線的自重垂垂度為：＝926＋1001.58＝1027..5mm2.預應力筋筋數(shù)量的估算算，?。?5%則，取＝0.775fptk＝0.75××1860＝1395NN/mm2取，N/mmm2則屋面梁：＝11/2(633+9)＝36kN//mm樓面梁：=1//2(68++48)=558kN/mmm=2093.112kN=2815.55kN=2000mmm2，=14.33=2691mmm2，=19.222?。?4×1440=19660mm2（屋面梁）18×140==2520mmm2（樓面梁）3.預應力損損失近似計算算（1）屋面梁①錨固損失②磨擦損失計算算，各截面的的磨擦損失在在表6.6中示出表6.6磨擦損損失的計算截面x=0x=9x=18x=20098.69195262.6平均值③=3%=0..03×13395=411.85N//mm2（低松弛鋼鋼絞線）④⑤＝60+1339.07++41.855+32.44＝273.332N/mmm2（2）樓面梁①錨固損失②各截面的摩擦擦損失在表6.7中示出表6.7磨擦損損失的計算截面x＝0x＝9x＝18x＝200109.43218298.76平均值③④⑤屋面大梁總的有有效預應力Npe1＝（1395－273.3）×14×1140＝2198..5kN樓面大梁總的有有效預應力Npe2＝（1395－293.005）×18×1140＝2776..9kN屋面梁及樓面梁梁的等效荷載載在表6.8中列出。表6-8屋面面梁和樓面梁梁的等效荷載載荷載類型屋面梁樓面梁荷載類型屋面梁樓面梁42.8363.49185.77284.6341.