第一章概述
建筑结构应按承载能力极限状态和正常使用极限状态设计。前者指结构或构件达到最大承载力或达到不适于继续承载的变形时的极限状态；后者为结构或构件达到正常使用的某项规定限值时的极限状态[1]。钢结构可能出现的承载能力极限状态有：①结构构件或连接因材料强度被超过而破坏；②结构转变为机动体系；③整个结构或其中一部分作为刚体失去平衡而倾覆；④结构或构件丧失稳定；⑤结构出现过度塑性变形，不适于继续承载；⑥在重复荷载下构件疲劳断裂。其中稳定问题是钢结构的突出问题，在各种类型的钢结构中，都可能遇到稳定问题，因稳定问题处理不利造成的事故也时有发生。
1.1钢结构的失稳破坏
钢结构因其优良的性能被广泛地应用于大跨度结构、重型厂房、高层建筑、高耸构筑物、轻型钢结构和桥梁结构等。如果钢结构发生事故则会造成很大损失。
1907年，加拿大圣劳伦斯河上的魁北克桥，在用悬臂法架设桥的中跨桥架时，由于悬臂的受压下弦失稳，导致桥架倒塌，9000t钢结构变成一堆废铁，桥上施工人员75人罹难。大跨度箱形截面钢桥在1970年前后曾出现多次事故[2]。
美国哈特福德市（Hartford City）的一座体育馆网架屋盖，平面尺寸92m×110m，该体育馆交付使用后，于1987年1月18日夜突然坍塌[3]。由于网架杆件采用了4个等肢角钢组成的十字形截面，其抗扭刚度较差；加之为压杆设置的支撑杆有偏心，不能起到预期的减少计算长度的作用，导致网架破坏[4]。20世纪80年代，在我国也发生了数起因钢构件失稳而导致的事故[5]。
科纳科夫和马霍夫曾分析前苏联1951—1977年期间所发生的59起重大钢结构事故，其中17起事故是由于结构的整体或局部失稳造成的。如原古比雪夫列宁冶金厂锻压车间在1957年末，7榀钢屋架因压杆提前屈曲，连同1200 m2屋盖突然塌落。
高层建筑钢结构在地震中因失稳而破坏也不乏其例。1985年9月19日，墨西哥城湖泊沉淀区发生8.1级强震，持时长达180s，只隔36h又发生一次7.5级强余震。震后调查表明，位于墨西哥城中心区的Pino Suarez综合楼第4层有3根钢柱严重屈曲（失稳），横向X形支撑交叉点的连接板屈曲，纵向桁架梁腹杆屈曲破坏[6]。1994年发生在美国加利福尼亚州Northridge的地震震害表明,该地区有超过100座钢框架发生了梁柱节点破坏[7],对位于Woodland Hills地区的一座17层钢框架观察后发现节点破坏很严重[8],竖向支撑的整体失稳和局部失稳现象明显。1995年发生在日本Hyogoken-Nanbu的强烈地震中，钢结构发生的典型破坏主要有局部屈曲、脆性断裂和低周疲劳破坏[9]。
对结构构件，强度计算是基本要求，但是对钢结构构件，稳定计算比强度计算更为重要。强度问题与稳定问题虽然均属第一极限状态问题，但两者之间概念不同。强度问题关注在结构构件截面上产生的最大内力或最大应力是否达到该截面的承载力或材料的强度，因此，强度问题是应力问题；而稳定问题是要找出作用与结构内部抵抗力之间的不稳定平衡状态，即变形开始急剧增长的状态，属于变形问题。稳定问题有如下几个特点：
（1）稳定问题采用二阶分析。以未变形的结构来分析它的平衡，不考虑变形对作用效应的影响称为一阶分析（FOA—First Order Analysis）；针对已变形的结构来分析它的平衡，则是二阶分析(SOA—Second Order Analysis)。应力问题通常采用一阶分析，也称线性分析；稳定问题原则上均采用二阶分析，也称几何非线性分析。
（2）不能应用叠加原理。应用叠加原理应满足两个条件：①材料符合虎克定律，即应力与应变成正比；②结构处于小变形状态，可用一阶分析进行计算。弹性稳定问题不满足第二个条件，即对二阶分析不能用叠加原理；非弹性稳定计算则两个条件均不满足。因此，叠加原理不适用于稳定问题。
（3）稳定问题不必区分静定和超静定结构。对应力问题，静定和超静定结构内力分析方法
不同：静定结构的内力分析只用静力平衡条件即可；超静定结构内力分析则还需增加变形协调条件。在稳定计算中，无论何种结构都要针对变形后的位形进行分析。既然总要涉及变形，区分静定与超静定就失去意义。
1.2失稳类型
一个处于平衡状态的刚性球，可以有三种性质不同的平衡状态：稳定平衡、随遇平衡和不稳定平衡。如图1.1a所示，用实线表示的球，在凹面中处于平衡状态，如果有一侧向力使球偏离平衡位置B点，到达图中虚线所示位置，当撤去侧向力，球体在重力作用下，经过振动仍恢复到原来的平衡位置B点，则这种平衡状态是稳定的。图1.1b中，如果有侧向水平力使其偏离平衡位置B点，当除去水平力后，球体不再回到原来的B点，而是停留在新的点（图中虚线所示位置），这种推到何处就停在何处的状态称为随遇平衡状态。图1.1c中的球体在凸面顶点B处于平衡状态，当有一侧向力使球体离开平衡位置B点，除去侧向力后，球体不仅不能恢复到B点，反而继续沿着凸面滚动，远离平衡位置，因此这种平衡状态是不稳定的。
（a）稳定平衡（b）随遇平衡（c）不稳定平衡
图1.1 刚体的平衡状态
材料力学中，在讨论两端铰支、均质弹性材料的轴心受压杆件稳定问题时也遇到了上述类似的三种平衡状态：①图1.2a中，当轴向压力P的数值不大时，如有侧向力使杆件产生横向微弯曲，离开原有直线形状，当撤去侧向力后，杆件经振动仍可恢复到原直线形状，则称其为稳定平衡状态。②图1.2b中，当压力P=P cr时，直杆仍可保持其直线形状，如果施加微小侧向力，则杆件发生微弯曲，当除去侧向力后，弯曲变形仍保持不变，杆件不能恢复到原来的直线形状，此时杆件处于曲线形状的随遇平衡状态，称其为临界状态，P cr称为临界力。③当P>P cr时，若有侧向力使杆件弯曲，则即使除去侧向力后，杆件在压力P作用下，弯曲变形继续增加最终导致杆件破坏，称其为不稳定平衡状态。
（a）稳定平衡状态（P
图1.2 轴心压杆的平衡状态
用上述理想轴心压杆的情况来描述钢结构的失稳现象是不够的，钢结构的失稳现象就其性质而言，可以分为三类稳定问题。
1.2.1分支点失稳
理想的（即无缺陷的、笔直的）轴心受压杆件和理想的中面内受压的平板的失稳（屈曲）都属于分支点失稳。也称平衡分岔失稳，或称第一类失稳。
图1.3a为一理想轴心受压构件，当轴向压力P
当P=P cr时，压杆会突然弯曲，该现象称为丧失稳定，或称为屈曲。如图1.3b所示，构件由原来挺直的平衡状态转变到微弯曲的平衡状态。从图1.3c表示的荷载（P）—位移（δ）曲线中可以看出，当荷载到达A点后，杆件可能有两个平衡路径，即直线AC和水平线AB（AB’），A 点称为两个平衡路径的分支点，或分岔点。由于在同一个荷载点出现了平衡分支现象，所以将此种失稳现象称为分支点失稳。
（a）原始平衡（b）临界平衡（c）P—δ曲线
图1.3 理想轴心受压构件
分支点失稳又可以分为稳定分支点失稳和不稳定分支点失稳两种。
1.稳定分支点失稳
图1.3c所示荷载—位移曲线是根据小挠度理论分析得到的，如按大挠度理论分析，轴心受压构件屈曲后，荷载随横向位移加大而略有增加，但横向位移的增长速度远大于轴向力的提高速度，如图1.4b所示。轴心压杆屈曲后，荷载—位移曲线是AB或AB’，这种平衡状态是稳定的，属于稳定分支点失稳。由于压杆因弯曲变形而产生弯矩，在压力和弯矩的共同作用下，杆件最大弯矩作用截面边缘纤维先屈服，随着塑性发展，压杆很快就达到承载能力极限状态，即极限荷载P u与屈曲荷载P cr相差很小，因此，轴心受压构件屈曲后强度并不能被利用。
对图1.5a所示四边有支撑的薄板，当中面均匀压力P达到屈曲荷载P cr后，板发生凸曲，同时在板中面产生横向薄膜拉应力，牵制了板的变形，使板屈曲后仍能承受较大的荷载增量，屈曲后板仍处于稳定平衡状态，该板的失稳属于稳定分支点失稳。薄板屈曲后荷载—位移曲线如图1.5b中的AB或AB’所示，由于薄板的极限荷载P u远超过屈曲荷载P cr，所以可以利用板屈曲后的强度。
（a）轴心受压构件（b）P—δ曲线
图1.4 大挠度弹性理论分析的荷载—位移关系
（a）中面均匀受压的四边支承薄板（b）P—w曲线
图1.5 中面均匀受压的四边支承薄板的荷载—位移关系
2.不稳定分支点失稳
如果结构或构件发生分支点失稳后，只能在远比临界荷载低的条件下维持平衡状态，则称此类失稳为不稳定分支点失稳。图1.6a所示承受均匀压力的圆柱壳的失稳就是不稳定分支点失稳，荷载—位移曲线如图1.6b中的OAB或OAB’所示。
（a）均匀受压圆柱壳（b）荷载—位移曲线
图1.6 不稳定分支点失稳
1.2.2极值点失稳
图1.7a所示偏心受压构件，作用力P的偏心距为e，其失稳过程的压力（P）—挠度（Δ）曲线见图1.7b。随着压力P的增加，偏心压杆的挠度Δ也随之增长，形成曲线的上升段OA，压弯构件处于稳定平衡状态；但是到达曲线的最高点A时，构件的抵抗力开始小于外力作用，即A 点为压弯构件承载力的极限点，表示压弯构件开始丧失整体稳定，P u为偏心压杆的最大承载力，也称为偏心压杆的极限荷载或压溃荷载；A点之后出现了曲线的下降段AB，为了维持构件的平衡状态必须不断降低端部压力P，构件处于不稳定平衡状态。从压弯构件的失稳过程可知，其荷载—位移曲线只有极值点，没有出现由直线平衡状态向弯曲平衡状态过渡的分岔点，构件弯曲变形的性质始终不变，称这种失稳为极值点失稳，也称为第二类失稳。
（a）偏心受压构件（b）荷载（P）—挠度（δ）曲线
图1.7 极值点失稳
1.2.3跃越失稳
对两端铰接的坦拱结构（图1.8a），在均布荷载q作用下产生挠度w，其荷载—挠度曲线（图1.8b）也有稳定的上升段OA，但是到达曲线的最高点A时会突然跳跃到一个非临近的具有很大变形的C点，即由向上拱起的位形突然跳到下垂的位形，与A点对应的荷载q cr为坦拱的临界荷载；下降段AB不稳定，BC段虽然稳定上升，但是因为结构已经破坏而不能被利用。这种结构由一个平衡位形突然跳到另一个非临近的平衡位形的失稳现象称为跃越失稳。跃越失稳既无平衡分支点，又无极值点，但与不稳定分支失稳又有相似之处，都在丧失稳定平衡后经历一段不稳定
q
w
（a ）均布荷载作用下的坦拱 （b ）荷载—挠度曲线
图1.8 跃越失稳
1.3 临界力的计算方法
结构由稳定平衡到不稳定平衡的界限状态称为临界状态。结构处于临界状态时的荷载值称为临界荷载值，稳定计算的主要目的在于确定临界荷载值。求临界荷载值的方法很多，可分为精确计算方法和近似计算方法两大类，其中静力法、能量法分别是两类方法中常用的计算方法。
1.3.1 静力法
静力法即静力平衡法，也称中性平衡法，此法是求解临界荷载的最基本方法。对第一类弹性稳定问题，在分支点存在两个临近的平衡状态：原始直线平衡状态和产生了微小弯曲变形的平衡状态。静力法就是根据已发生了微小弯曲变形后结构的受力条件建立平衡微分方程，而后解出临界荷载。下面以图1.9a 所示两端铰接轴心受压直杆说明静力法的原理和计算步骤。
当荷载达到临界荷载（P = P cr ）时，压杆会突然弯曲，由原来的直线平衡状态转变到图1.9a 中实线表示的微弯的曲线平衡状态。此时杆件除弯曲外，还受压缩及剪切作用，由于压缩和剪切的影响很小，一般忽略不计，则任一截面（图1.9b ）内力矩与外力矩的平衡关系为
y P M = （1.1）
由挠曲线的近似微分方程
M y EI =''- （1.2）
可得
0=+''y P y EI （1.3）
式中：E 为材料弹性模量，I 为杆件截面惯性矩。令)
(2EI P =α，式（1.3）为一常系数微分方程 02=+''y y α （1.4）
其通解为
x C x C y ααcos sin 21+= （1.5）
当两端铰接时，边界条件为
0====y ,l x y ,x 时时 （1.6） 将边界条件代入式（1.5），得如下齐次方程组
???=+=?+?0cos sin 01021
21l C l C C C αα （1.7） 当021==C C 时，满足式（1.7），但由式（1.5）知，此时0=y ，表示杆件处于直线平衡状态，与图1.9b 不符。对应杆件曲线平衡状态，要求0≠y ，即C 1、C 2有非零解，为此要求方程组（1.7）的系数行列式必须等于零，即
0cos sin 10
)(==l l D ααα （1.8） 上式0)(=αD 为稳定特征方程，解之得
0sin =l α （1.9）
则有
παn l = （n =0,1,2, ┄） （1.10）
即
222l EI n P π= （1.11）
当n =1时，得到P 的最小值P cr ，即分支屈曲荷载，又称欧拉(Euler)临界荷载
22cr l /EI P π= （1.12）
（a ）轴心受压 （b ）任一截面平衡关系
图1.9 两端铰接轴心受压构件
由上述可见，静力法求临界荷载首先假定杆件已处于新的平衡状态，并据此列出平衡微分方程，然后解此方程并结合边界条件得到一组与未知常数数目相等的齐次方程；对于新的平衡形式要求齐次方程组的系数行列式必须等于零，即0=D ，从而解出临界力P cr 。稳定特征方程0=D 通常简称为稳定方程。
1.3.2 能量法
静力法通过建立轴心受压构件微弯状态时的平衡方程求出临界荷载的精确解，但是对于有些轴心受压构件，如变截面的或者压力沿轴线变化的构件，静力法得到的是变系数微分方程，求解十分困难，有时甚至无法求解，这时就需要采用其它方法，如近似计算方法中的能量法求解。能量法已广泛应用于轴心受压构件、压弯构件、受弯构件和板壳结构的稳定计算。
用能量法求解临界荷载的途径主要有能量守恒原理和势能驻值原理。
1. 能量守恒原理求解临界荷载
用能量守恒原理解决结构弹性稳定问题的方法是铁摩辛柯(Timoshenko)首先提出的，故又称为铁摩辛柯能量法[10]。保守体系处在平衡状态时，贮存在结构体系中的应变能等于外力所做的功，此即能量守恒原理。
当作用着外力的弹性结构偏离原始平衡位置而产生新的微小位移时，如果应变能的增量U ?大于外力功的增量W ?，即此结构具有恢复到原始平衡位置的能力，则结构处于稳定平衡状态；如果W U ??<，则结构处于不稳定平衡状态而导致失稳；临界状态的能量关系为
W U ??= （1.13）
式（1.13）是铁摩辛柯能量法计算临界力的基本方程。
仍以图1.9a 所示两端铰接轴心受压直杆说明能量守恒原理求解临界力的具体过程。当轴向力P =P cr 时，压杆发生横向挠曲，杆件中产生弯曲应变能增量
?=l x EI
M U 02
d 21? （1.14） 以y EI M ''-=代入后，有
()?''=
l x y EI U 02d 2
1? （1.15） 由直线平衡状态过渡到曲线平衡状态过程中，外荷载P 所做的功为
δP W =? （1.16）
式中，δ是力P 作用点下降的距离。
在压杆上任取一微段d x ，变形后与轴x 的夹角为θ，微段d x 弯曲前后在轴x 上投影的长度差为 ()2sin d 2cos 1d 2
θθx x =- （1.17） 因杆件处于微弯状态，θ角很小，故有y x y '==
d d tg θ，则可推得 ()x y x x x d 21tg 21d 22tg d 22sin d 22222'=??
? ??==θθθ （1.18） 故有
()()??'=
-=l l x y x 0
20d 21d cos 1θδ （1.19） 则 ()x y P P W l d 2
20?'==?δ （1.20） 则式（1.13）可表达为
()()x y P x y EI l l d d 02cr 02??
'='' （1.21）
求出临界力为 ()()x y x
y EI P l
l d d 0202cr ??'''= （1.22）
式中y (x )是满足位移边界条件的任一可能曲线位移方程。具体应用将在第二章详细说明。
2. 势能驻值原理求解临界荷载
势能驻值原理指：受外力作用的结构，当位移有微小变化而总势能不变，即总势能有驻值时，结构处于平衡状态。其表达式
0=∏δ （1.23）
式中∏δ为结构总势能的一阶变分，有
W U V U δδδδ∏δ-=+= （1.24）
其中U δ是虚位移引起的结构内应变能的变化，它总是正值；W δ表示外力因虚位移而作的功，且外力势能的变化V δ等于外力虚功的负值，即W V δδ-=。这样，势能驻值原理还可以表述为：弹性变形体对每一个和约束相容的虚位移，其总势能的一阶变分为零，则该体系处于平衡状态。
势能驻值原理与平衡方程是等价的，用该原理可以解决复杂结构的弹性稳定问题。如很多结构很难直接建立平衡方程，则可以先写出结构总势能∏，然后利用0=∏δ，即可得到平衡方程。还可以先假定构件挠曲线形状，给出挠曲线方程，将其代入总势能∏，通过0=∏δ解出临界荷载。若给出的挠曲线方程满足几何边界条件，称求解临界荷载的方法为里兹（Ritz ）法 [11]；若给出的挠曲线方程不仅满足几何边界条件，而且满足自然边界条件，则称其为迦辽金（Galerkin ）方法[12]。
持久状况承载能力极限状态计算 在承载能力极限状态下，预应力混凝土梁沿正截面和斜截面都有可能破坏，下面验算这两类截面的承载力。 ① 2.4.1 正截面抗弯承载力计算 荷载基本组合表达式按《桥规》式（4.1.6-1） )(1111 00k Q Q k G n i Gi sd M M M γγγγ+=∑= 现以边梁弯矩最大的跨中截面为例进行正截面承载力计算。 1）求受压区高度x 先按第一类T 形截面梁，略去构造钢筋的影响，由式x b f A f A f f cd p pd S sd ' =+计算受压区高度x ： mm h mm b f A f A f x f f cd S sd p pd 1803.802100 4.221900 33025021260''=<=??+?= += 受压区全部位于翼缘板内，说明确实是第一类T 形截面梁。 2）正截面承载力计算 跨中截面的预应力钢筋和非预应力钢筋的布置见图2-12和图2-17，预应力钢筋和非预应力钢筋的合力作用点到截面底边的距离（a ）为 mm A f A f a A f a A f a s sd p pd s s sd p p pd 1601900 3302502126060 190033018025021260=?+???+??= ++= 所以mm a h h 184016020000=-=-= 按《公预规》式（5.2.2-3），钢筋采用钢绞线，混凝土标准强度为C50，查《公预规》表5.2.1得相对界限受压区高度4.0=b ξ。 mm h x b 73618404.00=?=≤ξ 从表2-10序号⑦知，边梁跨中截面弯矩组合设计值m kN M d ?=01.6612，由式子： )2/(0'0x h x b f M f cd d +≤γ )2/3.801840(3.8021004.22)2/(0'-???=+=x h x b f M f cd u )01.66120.1(595.67980m kN M m kN d ??=≥?=γ 可见边梁弯矩最大的跨中截面正截面承载力满足要求。以下为各个截面的验算，见表
极限状态承载力计算 1）和载效应组合计算 承载能力极限状态组合（基本组合）： 00(1.2 1.4) 1.0(1.210.35 1.413.20)30.90()d Gk Qk M M M kN m γγ=+=-??+?=-? 00(1.2 1.4) 1.0(1.215.20 1.438.83)72.60()d Gk Qk V M M kN γγ=+=??+?= 作用短期效应组合（不计冲击力）： 0.710.350.713.2019.59()sd Gk Qk M M M kN m =+=+?=? 作用长期效应组合（不计冲击力）： 0.710.350.513.2016.95()ld Gk Qk M M M kN m =+=+?=? 承载能力极限状态组合（偶然组合，不同时组合汽车竖向力）： 10.3588.5898.93()d Gk ck M M M kN m =+=+=? 2）正截面抗弯承载力 ①基本组合 对于矩形截面其正截面抗弯承载能力应符合《公预规》式（5.2.1-1）规定： 00()2 ud cd x M f bx h γ≤- sd s cd f A f bx = 受压区高度应符合0b x h ξ≤，查看《公预规》表5.2.1得0.56b ξ=。设0223h mm =可得到： 020*******.90 =0.2230.22322.41000 6.27()121.5ud cd b M x h h f b mm h mm γξ=-- ?-- ?=<= 2s 1000 6.2722.4 502()280 A mm ??= = 其中1000b mm =，0217h mm =，33s a mm =，22.4cd f MPa =，280cd f MPa =。 实际每延米板配10束2根12φ，则222262502s A mm mm =>，满足要求。 ②偶然组合 对于矩形截面其正截面抗弯承载能力应符合《公预规》式（5.2.1-1）规定：
单桩极限承载力标准值、承载力设计值、特征值单桩承载力设计值：=单桩极限承载力标准值/ 抗力分项系数（一般1.65左右）单桩承载力特征值：=静载试验确定的单桩极限承载力标准值/ 安全系数2 94桩基规范中单桩承载力有两个：单桩极限承载力标准值和单桩承载力设计值。单桩极限承载力标准值由载荷试验（破坏试验）或按94规范估算（端阻、侧阻均取极限承载力标准值），该值除以抗力分项系数（1.65、1.7，不同桩形系数稍有差别）为单桩承载力设计值，确定桩数时荷载取设计值（荷载效应基本组合），荷载设计值一般为荷载标准值（荷载效应标准组合）的1.25倍，这样荷载放大1.25倍，承载力极限值缩小1.65倍，实际上桩安全度还是2（，为了荷载与设计值对应，引入了单桩承载力设计值，在确保桩基安全度不低于2的前提下，规定桩抗力分项系数取1.65左右。所以，单桩承载力设计值是在当时特定情况下（所有规范荷载均取设计值），人为设定的指标，并没有实际意义。 02规范中地基、桩基承载力均为特征值，该值为承载力极限值的1/2（安全度为2），对应荷载标准值。同一桩基设计，分别执行两本规范，结果应该是一样的。 单桩承载力特征值×1.25=单桩承载力设计值； 单桩承载力特征值×2=单桩承载力极限值； 单桩承载力设计值×1.6=单桩承载力极限值。 “单桩承载力设计值”与“单桩承载力特征值”是两个时代的两个单桩承载力指标，没有可比性。犹如关公和秦琼。 当代的工程师忘了“单桩承载力设计值”这个没有意义的概念吧。 承载力特征值 在地基设计里，大多采用特征值，而不是设计值或标准值。实际上，这里的，同时具备了设计值和的含义。地基承载力特征值，指由载荷试验测定的地基土压力变形曲线线性变形内规定的变形所对应的压力值，其最大值为比例界限值。[1]
一，为什么进行承载能力极限状态计算？？ 答：承载能力极限状态是已经破坏不能使用的状态。正常使用极限状态是还可以勉强使用，承载能力极限状态是根据应力达到破坏强度，为了使建筑避免出现这种状态从而进行计算，使建筑数值高于极限承载能力状态的数值。 二，承载能力极限状态计算要计算那些方面？？ 答：1作用效应组合计算；2正截面承载力的计算；3斜截面承载力计算；4扭曲截面承载力计算；5受冲击切承载力计算；6局部受压承载力计算。 三，1作用效应组合计算所用到的公式及其作用： 其效应组合表达式为： ) (2 111 00∑∑==++=n j QjK Qj C K Q Q m i GiK Gi ud S S S S γψγγγγ 跨中截面设计弯矩 M d =γG M 恒+γq M 汽+γq M 人 支点截面设计剪力 V d =γG V 恒+γG1V 汽+γG2V 人 2正截面承载力的计算所用到的公式及其作用：
（1）T形截面受弯构件位于受压区的翼缘计算宽度，应按下列三者中最小值取用。 翼缘板的平均厚度h′f =(100+130)/2=115mm ①对于简支梁为计算跨径的1/3。 b′f=L/3=19500/3=6500mm ②相邻两梁轴线间的距离。 b′f = S=1600mm ③b+2b h+12h′f，此处b为梁的腹板宽，b h为承托长度，h′f为不计承托的翼缘厚度。 b′f=b+12h′f=180+12×115=1560mm （2）判断T形截面的类型 设a s=120mm，h0=h－a s=1300－120=1180mm；
mm N M mm N h h h b f d f f f cd -?=>-?=- ??='- ''60601022501000.2779) 2 115 1180(11515608.13)2(γ 故属于第一类T 形截面。 （3）求受拉钢筋的面积A s mm h mm x x x x h x b f M f f cd d 11517.92:) 2 1180(15608.13102250) 2(:600='<=-?=?-'=解得根据方程γ 2 708728017 .9215608.13mm f x b f A sd f cd s =??= '= 满足多层钢筋骨架的叠高一般不宜超过0.15h~0.20h 的要求。 梁底混凝土净保护层取32mm ，侧混凝土净保护层取32mm ，两片焊接平面骨架间距为： ?? ?=>>=?-?-mm d mm mm 4025.1404.448.352322180 §2.2正截面抗弯承载力复核 ⑴跨中截面含筋率验算 mm a s 60.1137238) 4.188.35432(804)8.35232(6434=+?++?+= h 0=h －a s =1300－113.60=1186.40mm ???=>>=>=?== %19.0/45.0%2.0%39.340.11861807238 min 0sd td s f f bh A ρρ ⑵判断T 形截面的类型 N A f N h b f s sd f f cd 331064.202628072381072.247511515608.13?=?=>?=??=''
第一章概述 建筑结构应按承载能力极限状态和正常使用极限状态设计。前者指结构或构件达到最大承载力或达到不适于继续承载的变形时的极限状态；后者为结构或构件达到正常使用的某项规定限值时的极限状态[1]。钢结构可能出现的承载能力极限状态有：①结构构件或连接因材料强度被超过而破坏；②结构转变为机动体系；③整个结构或其中一部分作为刚体失去平衡而倾覆；④结构或构件丧失稳定；⑤结构出现过度塑性变形，不适于继续承载；⑥在重复荷载下构件疲劳断裂。其中稳定问题是钢结构的突出问题，在各种类型的钢结构中，都可能遇到稳定问题，因稳定问题处理不利造成的事故也时有发生。 1.1钢结构的失稳破坏 钢结构因其优良的性能被广泛地应用于大跨度结构、重型厂房、高层建筑、高耸构筑物、轻型钢结构和桥梁结构等。如果钢结构发生事故则会造成很大损失。 1907年，加拿大圣劳伦斯河上的魁北克桥，在用悬臂法架设桥的中跨桥架时，由于悬臂的受压下弦失稳，导致桥架倒塌，9000t钢结构变成一堆废铁，桥上施工人员75人罹难。大跨度箱形截面钢桥在1970年前后曾出现多次事故[2]。 美国哈特福德市（Hartford City）的一座体育馆网架屋盖，平面尺寸92m×110m，该体育馆交付使用后，于1987年1月18日夜突然坍塌[3]。由于网架杆件采用了4个等肢角钢组成的十字形截面，其抗扭刚度较差；加之为压杆设置的支撑杆有偏心，不能起到预期的减少计算长度的作用，导致网架破坏[4]。20世纪80年代，在我国也发生了数起因钢构件失稳而导致的事故[5]。 科纳科夫和马霍夫曾分析前苏联1951—1977年期间所发生的59起重大钢结构事故，其中17起事故是由于结构的整体或局部失稳造成的。如原古比雪夫列宁冶金厂锻压车间在1957年末，7榀钢屋架因压杆提前屈曲，连同1200 m2屋盖突然塌落。 高层建筑钢结构在地震中因失稳而破坏也不乏其例。1985年9月19日，墨西哥城湖泊沉淀区发生8.1级强震，持时长达180s，只隔36h又发生一次7.5级强余震。震后调查表明，位于墨西哥城中心区的Pino Suarez综合楼第4层有3根钢柱严重屈曲（失稳），横向X形支撑交叉点的连接板屈曲，纵向桁架梁腹杆屈曲破坏[6]。1994年发生在美国加利福尼亚州Northridge的地震震害表明,该地区有超过100座钢框架发生了梁柱节点破坏[7],对位于Woodland Hills地区的一座17层钢框架观察后发现节点破坏很严重[8],竖向支撑的整体失稳和局部失稳现象明显。1995年发生在日本Hyogoken-Nanbu的强烈地震中，钢结构发生的典型破坏主要有局部屈曲、脆性断裂和低周疲劳破坏[9]。 对结构构件，强度计算是基本要求，但是对钢结构构件，稳定计算比强度计算更为重要。强度问题与稳定问题虽然均属第一极限状态问题，但两者之间概念不同。强度问题关注在结构构件截面上产生的最大内力或最大应力是否达到该截面的承载力或材料的强度，因此，强度问题是应力问题；而稳定问题是要找出作用与结构内部抵抗力之间的不稳定平衡状态，即变形开始急剧增长的状态，属于变形问题。稳定问题有如下几个特点： （1）稳定问题采用二阶分析。以未变形的结构来分析它的平衡，不考虑变形对作用效应的影响称为一阶分析（FOA—First Order Analysis）；针对已变形的结构来分析它的平衡，则是二阶分析(SOA—Second Order Analysis)。应力问题通常采用一阶分析，也称线性分析；稳定问题原则上均采用二阶分析，也称几何非线性分析。 （2）不能应用叠加原理。应用叠加原理应满足两个条件：①材料符合虎克定律，即应力与应变成正比；②结构处于小变形状态，可用一阶分析进行计算。弹性稳定问题不满足第二个条件，即对二阶分析不能用叠加原理；非弹性稳定计算则两个条件均不满足。因此，叠加原理不适用于稳定问题。 （3）稳定问题不必区分静定和超静定结构。对应力问题，静定和超静定结构内力分析方法
21结构按极限状态设计法设计原则
第二章 结构按极限状态法设计原则 （1）经验承载能力法； （2）容许应力法：以弹性理论为基础的，要求[]σσ≤max ， 其中[]n s /σσ=，n 为安全系数。 （3）破坏荷载法：考虑了材料塑性要求：[]P P ≤，其中 []n P P s /=，n 由经验确定。 （4）半经验、半概率极限状态法：分项安全系数，主要 由概率统计确定，不足的部分由经验确定。 （5）近似概率法：对作用的大小、结构或构件或截面抗 力的“可靠概率”作出较为近似的相对估计 （6）全概率法：对影响结构可靠度的各种因素用随机变 量概率模型来描述，并用随机过程概率模型去描述， 在对整个结构体系进行精确分析的基础上，以结构的 失效概率作为结构可靠度的直接度量。 §2-1 极限状态法设计的基本概念 一、结构的功能要求 结构可靠性（度）———结构在规定的时间内，在规定的条件下，完成预定预定功能的能力（概率） 规定的时间——分析结构可靠度时考虑各项基本变量与 时间关系所取用的设计基准期 规定的条件——设计时规定的正常设计、施工和使用的条件，既不考虑认为过失 概率预定功能： (1) 能承受在正常施工和正常使用时可能出现的各种作用 —————安全性 在偶然作用发生时或发生后，结构能保持必要的整体稳定性（不发生倒塌）——安全性 偶然作用—如超过设计烈度的地震、爆炸、撞击、火灾等
必要的整体稳定性——在偶然作用发生时或发生后，仅发生局部损坏而不致连续倒塌 （2）在正常使用时应具有良好的工作性能——适用性如：不发生影响正常使用的过大变形或局部损坏 （3）在正常维护条件下，具有足够的耐久性——耐久性 耐久性——结构在化学的、生物的或其他不利因 素的作用下，在预定期限内，其材料 性能的恶化不导致结构出现不可接受 的失效概率 如：不发生由于保护层碳化或裂缝过宽，导致钢筋锈蚀。安全性、适用性、耐久性———三者总称为结构的可靠性二、极限状态 1．极限状态的定义 整个结构或结构的一部分超过某一特定状态而不能满足设计规定的某一功能要求时，则此特定状态称为——该功能的极限状态。 2．极限状态的分类 国际上一般将结构的极限状态分为三类： （1）承载能力极限状态———结构或构件达到最大承载力或不适于继续承载的变形 ①整个结构或结构的一部分作为刚体失去平衡（如滑动、倾覆等）——刚体失去平衡 ②结构构件或连接处因超过材料强度而破坏——强度破坏 ③结构转变成机动体系——————机动体系 ④结构或构件丧失稳定———失稳
容许应力法和概率（极限状态）设计法 在钢结构设计中的应用 中铁五局集团公司经营开发部肖炳忠 内容提要 本文简要介绍了容许应力法、破坏阶段法、极限状态法、概率（极限状态）设计法四个结构设计理论，并且列出了我们经常用的容许应力法和概率（极限状态）设计法的实用表达式和参数选用，通过对上述两种方法参数的比较，总结出我们在工程施工中临时结构设计的实用办法和注意事项，以期望提高广大现场施工技术人员的设计水平的目的。 1、前言 我们在钢结构设计中经常用到容许应力法和概率（极限状态）设计法，有些没有经验的技术人员在设计计算中经常将二者混淆，因此有必要将两种设计计算方法进行介绍和比较，供广大技术人员参考。 2、四种结构设计理论简述 、容许应力法 容许应力法将材料视为理想弹性体，用线弹性理论方法，算出结构在标准荷载下的应力，要求任一点的应力，不超过材料的容许应力。材料的容许应力，是由材料的屈服强度，或极限强度除以安全系数而得。 容许应力法的特点是： 简洁实用，K值逐步减小； 对具有塑性性质的材料，无法考虑其塑性阶段继续承载的能力，设计偏于保守； 用K使构件强度有一定的安全储备，但K的取值是经验性的，且对不同材料，K值大并不一定说明安全度就高； 单一K可能还包含了对其它因素（如荷载）的考虑，但其形式不便于对不同的情况分别处理（如恒载、活载）。 、破坏阶段法 设计原则是：结构构件达到破坏阶段时的设计承载力不低于标准荷载产生的构件内力乘以安全系数K。 破坏阶段法的特点是： 以截面内力（而不是应力）为考察对象，考虑了材料的塑性性质及其极限强度； 内力计算多数仍采用线弹性方法，少数采用弹性方法； 仍采用单一的、经验的安全系数。 、极限状态法 极限状态法中将单一的安全系数转化成多个（一般为3个）系数，分别用于考虑荷载、荷载组合和材料等的不定性影响，还在设计参数的取值上引入概率和统计数学的方法（半概率方法）。 极限状态法的特点是： 在可靠度问题的处理上有质的变化。这表现在用多系数取代单一系数，从而避免了单一系数笼统含混的缺点。 继承了容许应力法和破坏阶段法的优点； 在结构分析方面，承载能力状态以塑性理论为基础；正常使用状态以弹性理论为基础； 对于结构可靠度的定义和计算方法还没法给予明确回答。 、概率（极限状态）设计法
1承载能力极限状态：包括①结构构件或连接因强度超过而破坏。②结构或其一部分作为刚体而失去平衡（如倾覆、滑移）③在反复荷载下构件或连接发生疲劳破坏。 2正常使用的极限状态：包括①构件在正常使用条件下产生过度变形，导致影响正常使用或建筑外观。②构件过早产生裂缝或裂缝发展过宽。③动力荷载下结构或构件产生过大振幅等。 3预应力混凝土构件的混凝土最低强度等级不应低于C40。 4细长压杆的临界力公式柱的一端固定一端自由时，L0=2L，L为杆件的实际长度；两端固定时，L0=0.5L；一端固定一端铰支时，L0=0.7L；两端铰支时，L0=L.均布荷 载作用下悬臂梁的最大变形公式（）,矩形截面梁的惯性矩 5要求设计使用年限为50年的钢筋混凝土及预应力混凝土结构，其纵向受力钢筋的混凝土保护层厚度不应小于钢筋的公称直径，一般为15~40mm（保护层最小厚度：一类环境，板墙壳≤C20的20mm，≥C25的15mm；梁≤C20的30mm，≥C25的25mm；柱均为30mm）6一类环境设计年限50年的结构混凝土：最小保护层厚度，最大水灰比0.65，最小水泥用量225kg/m3，最低混凝土强度等级C20，最大氯离子含量点水泥用量1.0%，最大碱含量(kb/m3)(不限制) M抗≥（1.２～１.５）M倾 7现行抗震设计规范适用于抗震设防烈火度为6、7、8、9度地区。三个水准“小震不坏，中震可修，大震不倒”。抗震设计根据功能重要性分为甲，乙，丙，丁四类。大量的建筑物属于丙类。 8多层砌体房屋的抗震构造措施：①设置钢筋混凝土构造柱；②设置钢筋混凝土圈梁与构造柱连接起来，增强房屋的整体性；③墙体有可靠的连接，楼板和梁应有足够的搭接长度和可靠连接④加强楼梯间的整体性 框架结构的抗震构造措施：框架结构震害的严重部位多发生在框架梁柱节点和填充墙处；一般柱震害重于梁，柱顶震害重于柱底，角柱震害重于内柱，短柱震害重于一般柱。框架设计成延性框架，遵守强柱、强节点、强锚固，避免短柱、加强角柱，框架沿高度不宜突变，避免出现薄弱层，控制最小配筋率，限制配筋最小直径等原则。构造上采取受力筋锚固适当加长，节点处箍筋适当加密等措施。 导热系数小于0.25W/（m.K）的材料称为绝热材料 防水隔离层：楼板四周除门洞外，混凝土翻边高度不应小于120mm。防水隔离层不得做在与墙交接处，应翻边高度不宜小于150mm。孔洞四周和平台临空边缘，翻边高度不宜小于100mm。 楼梯平台上部及下部过道处的净高不应小于2米，梯段净高不应小于2.2米.楼梯踏步最小宽度和最大宽度：住宅共用楼梯0.25m,0.18m；幼儿园小学校等楼梯0.26m,0.15m。 散水的坡度可为3%~5%。散水宜为600~1000mm，无组织排水，散水宽度可按檐口线放出200~300mm。散水与外墙之间宜设缝，缝宽可为20~30mm，缝内应填弹性膨胀防水材料。 女儿墙：与屋顶交接处必须做泛水（高度≥350mm），压檐板上表面应向屋顶方向倾斜10%，并出挑≥60mm。 防火门、防火窗应划分为甲、乙、丙三级。其耐火极限：甲级为1.2h，乙级为0.9h，丙级为0.6h。 六大常用水泥的初凝时间均不得短于45min，硅酸盐水泥的终凝时间不得长于6.5h，其他五类常用水泥的终凝时间不得长于10h。初凝时间不符合规定者为废品，终凝时间不符合规定者为不合格品。
一级建造师建筑实务学习资料 承载能力极限状态：包括①结构构件或连接因强度超过而破坏。②结构或其一部分作为刚体而失去平衡(如倾覆、滑移)③在反复荷载下构件或连接发生疲劳破坏。 正常使用的极限状态：包括①构件在正常使用条件下产生过度变形，导致影响正常使用或建筑外观。②构件过早产生裂缝或裂缝发展过宽。③动力荷载下结构或构件产生过大振幅等。 预应力混凝土构件的混凝土最低强度等级不应低于C40。 细长压杆的临界力公式柱的一端固定一端自由时，L0=2L，L为杆件的实际长度;两端固定时，L0=0.5L;一端固定一端铰支时，L0=0.7L;两端铰支时，L0=L.均布荷载作用下悬臂梁的最大变形公式(),矩形截面梁的惯性矩 要求设计使用年限为50年的钢筋混凝土及预应力混凝土结构，其纵向受力钢筋的混凝土保护层厚度不应小于钢筋的公称直径，一般为15~40mm(保护层最小厚度：一类环境，板墙壳≤C20的20mm，≥C25的15mm;梁≤C20的30mm，≥C25的25mm;柱均为30mm) 一类环境设计年限50年的结构混凝土：最小保护层厚度，最大水灰比0.65，最小水泥用量225kg/m3，最低混凝土强度等级C20，最大氯离子含量点水泥用量1.0%，最大碱含量(kb/m3)(不限制) M抗≥(1.2～1.5)M倾 现行抗震设计规范适用于抗震设防烈火度为6、7、8、9度地区。三个水准“小震不坏，中震可修，大震不倒”。抗震设计根据功能重要性分为甲，乙，丙，丁四类。大量的建筑物属于丙类。 多层砌体房屋的抗震构造措施：①设置钢筋混凝土构造柱;②设置钢筋混凝土圈梁与构造柱连接起来，增强房屋的整体性;③墙体有可靠的连接，楼板和梁应有足够的搭接长度和可靠连接④加强楼梯间的整体性 框架结构的抗震构造措施：框架结构震害的严重部位多发生在框架梁柱节点和填充墙处;一般柱震害重于梁，柱顶震害重于柱底，角柱震害重于内柱，短柱震害重于一般柱。框架设计成延性框架，遵守强柱、强节点、强锚固，避免短柱、加强角柱，框架沿高度不宜突变，避免出现薄弱层，控制最小配筋率，限制配筋最小直径等原则。构造上采取受力筋锚固适当加长，节点处箍筋适当加密等措施。 导热系数小于0.25W/(m.K)的材料称为绝热材料 防水隔离层：楼板四周除门洞外，混凝土翻边高度不应小于120mm。防水隔离层不得做在与墙交接处，应翻边高度不宜小于150mm。孔洞四周和平台临空边缘，翻边高度不宜小于100mm。 楼梯平台上部及下部过道处的净高不应小于2米，梯段净高不应小于2.2米.楼梯踏步
1．什么是结构的极限状态？极限状态可分为哪两类? 答：整个结构或结构的一部分超过某一特定状态就不能满足设计规定的某一功能要求。 承载能力极限状态和正常使用极限状态。 2、适筋梁从加载到破坏的全过程中梁截面经历了哪三个阶段？它们各对截面的设计及验算有何意义？ 答：界面开裂前的阶段、从截面开裂到受拉区纵向受力钢筋开始屈服的阶段和破坏阶段。 截面抗裂验算是简历在第一阶段的基础之上，构件使用阶段的变形和裂缝宽度验算是建立在第二阶段基础之上的，截面的承载力计算是建立在第三阶段的基础上的。 3、受弯构件斜截面承载力计算中，什么是剪跨比？剪跨比与斜截面破坏形态有何联系？ 答：剪跨比：集中荷载作用下的梁的某一截面的剪跨比等于该截面的弯矩值与截面的剪力值和有效高度乘积之比。实验证明，承受集中荷载的梁，随着剪跨比的增大，受剪承载力下降。对于承受均布荷载作用的梁而言，构件跨度与截面高度之比是影响受剪承载力的主要因素。随着跨高比的增大，受剪承载力降低。 4、偏心受压构件正截面承载力N-M相关曲线的特点？ 答：ab段表示大偏心受压区，为二次抛物线，随着轴向压力N的增大，截面能承担的弯矩也提高；b点为受拉钢筋与受压混凝土同时达到其强度值的界限状态，此时偏心受压构件承受的弯矩最大。Bc段为小偏心受压区，接近直线的二次函数曲线，随着轴向压力的增大，截面所能承担的弯矩反而降低。 5、简述混凝土梁裂缝产生的主要原因？为什么要对裂缝宽度进行限制？ 答：原因分两大类：一类是由荷载引起地裂缝；一类是有变形因素引起的裂缝； 裂缝不能过宽，主要考虑到结构的适用性和耐久性。过宽的裂缝会引起1）渗漏；2）影响外观；3）影响耐久性。因此需要对裂缝宽度进行控制。 6、混凝土和钢筋之间的粘结力是怎样产生的？ 答：由于混凝土收缩将钢筋紧紧捏固而产生的摩擦力；混凝土颗粒的化学作用而产生的混凝土与钢筋之间的胶合力；钢筋表面凹凸不平与混凝土产生的机械咬合力；钢筋表面轻微的锈蚀可以增加钢筋与混凝土的粘结力。 7、正截面抗弯承载能力计算中有哪些基础假定？ 答：(1) 平截面假定(2)不考虑混凝土的抗拉作用(3)混凝土的应力应变关系按《规范》(4)钢筋的应力应变关系按σs=Esεs，但-fy’≤σs≤fy，受拉钢筋的极限拉应变取0.01 8、影响梁斜截面承载力的主要因素有哪些？ 答：：（1）剪跨比和跨高比，随着剪跨比的增加，抗剪承载力逐渐降低；（2）复筋的数量；（3）纵筋配筋率的影响，随着纵筋配筋率的增加，抗剪承载力略有增加；（4）混凝土强度等级；（5）截面形状、预应力和梁的连续性。 9、轴心受压柱中配置的纵筋起什么作用？普通箍筋和螺旋箍筋的作用有何区别？ 答：作用是为了减小构件截面尺寸，防止柱子突然断裂破坏，增强柱截面的延性和减小混凝土的变形。 普通箍筋可以固定纵向受力钢筋的位置，防止纵向钢筋在混凝土压碎之前压屈，保证纵筋与混凝土共同受力直到构件破坏；螺旋形箍筋对混凝土有较强的环向约束，因而能够提高构件的承载力和延性。 10、试分析减少受弯构件挠度和裂缝宽度的有效措施是什么？ 答：减少受弯构件挠度措施：增加截面高度；提高混凝土强度等级或增加纵向钢筋受拉钢筋截面面积；采用预应力混凝土构件提高受弯构件的刚度来减少挠度。 减小裂缝宽度措施：优先选择带肋钢筋；选择直径较小的钢筋；增加钢筋用量。 11、钢筋混凝土受压构件配置箍筋有何作用？对其直径、间距和附加箍筋有何要求。 答：、纵向受力钢筋必须采用箍筋加以固定，设置时应考虑防止纵筋在任何方向压曲；箍筋的间距Ｓ和直径d必须满足下列规定：S≤15d（纵向受钢筋直径），或S≤ｂ，或S≤400 mm，kd≥d41。当被箍筋固定的纵向受力钢筋的配筋率ρ＞３％时，箍筋间距应不大于主筋直径的10倍，且不大于200mm。 1.徐变：在荷载保持不变的情况下随时间而增长的变形。 2.保证可靠粘结的构造措施;1.为了保证钢筋和混凝土的粘结强度，钢筋之间的距离和混凝土保护层不能太小； 2、构件裂缝间的局部粘结应力使裂缝间的混凝土受拉。 3、为保证钢筋伸入支座的粘结力，应使钢筋伸入支座 有足够的锚固长度。 3.结构上的作用按随时间的变异可分三类：永久作用、可变作用、偶然作用。 4.结构的可靠性：安全性、适用性、耐久性。 5.抵抗弯矩图：是指按实际配置的纵向钢筋计算的梁上各正截面所能承受的弯矩图。 6.填空题先张法构件时通过预应力钢筋与混凝土之间的粘结力传递预应力的。 7.填空题后张法构建是依靠其两端的锚具锚住预应力钢筋并传递预应力的。
桩基设计中的特征值、设计值、标准值 2008-09-03 16:46 这是一个关于桩基础设计的概念问题，希望搞清楚单桩竖向承载力特征值Ra、复合基桩或基桩的竖向承载力设计值R和单桩竖向极限承载力标准值Qk之间的关系。下面列出规范提及的Ra、R、Qk。 1.单桩竖向承载力特征值Ra 《建筑地基基础设计规范ＧＢ５０００７－２００２》8.5.5给出了初步设计时单桩竖向承载力特征值Ra估算式: Ra=qpaAp+upΣqsiali 并说明偏心竖向力作用下，单桩承载力Ra应符合下列两式规定: Qk≤Ra Qikmax≤1.2Ra 2.复合基桩或基桩的竖向承载力设计值R 《建筑桩基技术规范JGJ 94-94》5.2.2.2给出了桩基中复合基桩或基桩的竖向承载力设计值R计算公式: R=ηsQsk/γs+ηpQpk/γp+ηcQck/γc 并说明偏心竖向力作用下，单桩承载力R应符合下述极限状态计算表达式:γoN≤R γoNmax≤1.2R 其中N和Nmax为按5.1计算。 ３.单桩竖向极限承载力标准值Qk 《建筑桩基技术规范JGJ 94-94》5.2.４给出了各种方法下单桩竖向极限承载
力标准值Qk计算公式。
问题: 1.特征值Ra和设计值R是同一个概念吗？ 2.《建筑地基基础设计规范ＧＢ５０００７－２００２》和《建筑桩基技术规范JGJ 94-94》分别给出的验算单桩承载力方案是否矛盾？ 3.针对桩基的设计，这两套验算方案如何选用？ 4.单桩竖向极限承载力标准值Qk和特征值Ra、设计值R是什么关系？ 华南理工大学杨小平老师的回复（基础工程授课教师）: 关于你的问题，不是一两句话说得清，附件是我给研究生上高等基础工程的部分讲稿，供参考。下面简单回答你的问题。 1.设计值是89年《建筑地基基础设计规范》和94桩基规范的叫法，2002规范改叫特征值。二者属同一概念。 2.94桩基规范是从极限状态设计出发，引入了分项系数，并考虑群桩效应和承台效应。实践证明在岩土工程中不应采用这种设计法，而应采用安全系数法，故2002规范取安全系数K=2。二者在不考虑群桩效应的情况下计算结果相当。 3.目前应采用国标2002规范。 4.Ra近似等于R，后者的计算可看89规范。
1什么是结构的极限状态？ 答：整个结构或结构的一部分超过某一特定状态就不能满足设计规定的某一功能个特定状态就称为该功能的极限状态； 2什么是混凝土徐变？ 答：混凝土在荷载长期作用下，它的应变随时间继续增长的现象称为混凝土的徐变。3换算面积等效矩形应力图的合力大小等于C，形心位置与y c一致的截面 4单筋截面只在受拉区布置纵向受力受力钢筋，在受压区不布置任何受力钢筋的界面称为单筋截面 5永久荷载永久作用在设计基准期内其量值不随时间变化，或其变化与平均值相比可以忽略不计的作用 6无条件屈服点取残余应变为0.2%所对应的应力称为条件屈服强度 7结构可靠性 是指结构在规定的时间内，在规定的条件下，完成预定功能的能力。 8约束扭转 在超静定结构，扭矩是由相邻构件的变形受到约束而产生的，扭矩大小与受扭构件的抗扭刚度有关，称为约束扭转 9单向板 单向板——在荷载作用下，只在一个方向弯曲或者主要在一个方向弯曲的板 10内力包络图 将同一结构在各种荷载的最不利组合作用下的内力图(弯矩图或剪力图> 叠画在同一张图上，其外包线所形成的图形称为内力包络图 1什么叫配筋率 纵向受拉钢筋与截面有效面积的比值。 12什么是钢筋混凝土梁的最小刚度？ 在简支梁全跨范围内，可按弯矩最大处的截面弯曲刚度，亦即按最小的截面弯曲刚度。 13什么是控制应力σcon ? 预应力钢筋在进行张拉时所控制达到的最大应力值 14什么叫“塑性内力重分布”？ 指超静定结构截面内力间关系不再服从线弹性分布规律的内力分布形式 15什么荷载标准组合 永久荷载及第一个可变荷载用标准值、其他可变荷载均采用组合值 16.混凝土立方体抗压强度以边长为150mm的立方体在20±3?C的温度和相对湿度在90% 以上的潮湿空气中养护28天，依照标准实验方法测得的具有5%保证率的抗压强度作为混凝土的强度等级 17锚固长度 进行拔出实验时，受拉钢筋达到屈服的同时发生粘结破坏，该临界情况的锚固长度称为 基本锚固长度 18结构上的作用 结构上的作用—施加在结构上的集中力或分布力和引起结构外加变形或约束变形的原因。 19承载能力极限状态 —结构或结构构件达到最大承载能力或不适于继续承载的变形
承载能力极限状态计 算
一，为什么进行承载能力极限状态计算？？ 答：承载能力极限状态是已经破坏不能使用的状态。正常使用极限状态是还可以勉强使用，承载能力极限状态是根据应力达到破坏强度，为了使建筑避免出现这种状态从而进行计算，使建筑数值高于极限承载能力状态的数值。 二，承载能力极限状态计算要计算那些方面？？ 答：1作用效应组合计算；2正截面承载力的计算；3斜截面承载力计算；4扭曲截面承载力计算；5受冲击切承载力计算；6局部受压承载力计算。 三，1作用效应组合计算所用到的公式及其作用： 其效应组合表达式为： ) (2 111 00∑∑==++=n j QjK Qj C K Q Q m i GiK Gi ud S S S S γψγγγγ 跨中截面设计弯矩 M d =γG M 恒+γq M 汽+γq M 人 支点截面设计剪力 V d =γG V 恒+γG1V 汽+γG2V 人 2正截面承载力的计算所用到的公式及其作用：
（1）T形截面受弯构件位于受压区的翼缘计算宽度，应按下列三者中最小值取用。 翼缘板的平均厚度h′f =(100+130)/2=115mm ①对于简支梁为计算跨径的1/3。 b′f=L/3=19500/3=6500mm ②相邻两梁轴线间的距离。 b′f = S=1600mm ③b+2b h+12h′f，此处b为梁的腹板宽，b h为承托长度，h′f为不计承托的翼缘厚度。 b′f=b+12h′f=180+12×115=1560mm （2）判断T形截面的类型 设a s=120mm， h0=h－a s=1300－120=1180mm；
mm N M mm N h h h b f d f f f cd -?=>-?=- ??='- ''60601022501000.2779) 2 115 1180(11515608.13)2(γ 故属于第一类T 形截面。 （3）求受拉钢筋的面积A s mm h mm x x x x h x b f M f f cd d 11517.92:) 2 1180(15608.13102250) 2(:600='<=-?=?-'=解得根据方程γ 2 708728017 .9215608.13mm f x b f A sd f cd s =??= '= 满足多层钢筋骨架的叠高一般不宜超过0.15h~0.20h 的要求。 梁底混凝土净保护层取32mm ，侧混凝土净保护层取32mm ，两片焊接平面骨架间距为： ?? ?=>>=?-?-mm d mm mm 4025.1404.448.352322180 §2.2正截面抗弯承载力复核 ⑴跨中截面含筋率验算 mm a s 60.1137238) 4.188.35432(804)8.35232(6434=+?++?+= h 0=h －a s =1300－113.60=1186.40mm ???=>>=>=?== %19.0/45.0%2.0%39.340.11861807238 min 0sd td s f f bh A ρρ ⑵判断T 形截面的类型 N A f N h b f s sd f f cd 331064.202628072381072.247511515608.13?=?=>?=??=''
结构的功能要求和极限状态 1、安全性 2、适用性：注意不是实用性可靠性 3、耐久性 1、承载力极限状态 极限状态 2、正常使用极限状态 压杆稳定的基本概念 1、受压杆件要满足稳定的要求。 2、临界力： 临界力的大小与四个因素有关：压杆的材料(E)，压杆的截面形状和大小(I)，压杆的长度(L)，压杆的支撑情况(n) 3、当柱一端固定一端自由，n=2； 两端固定，n=0.5； 一端固定一端铰支，n=0.7； 两端铰支，n=1。 混凝土结构裂缝控制的三个等级 1、构件不出现拉应力 2、构件虽有拉应力，但不超过混凝土的抗拉强度 3、允许出现裂缝，但裂缝宽度不超过允许值 抗震设防的“三个水准” 1、小震不坏： 遭受低于本地区抗震设防烈度，不受损坏或不需修理。 2、中震可修： 相当于本地区抗震设防烈度，可能损坏，经一般修理或者不需修理仍可继续使用。 3、大震不倒： 遭受高于本地区抗震设防烈度，不会倒塌或发生危及生命的严重破坏。 多层砌体房屋的构造措施 1、设置钢筋混凝土构造柱 2、设置钢筋混凝土圈梁与构造柱连接起来 3、加强墙体的连接 4、加强楼梯间的整体性 梁斜截面破坏的措施 1、限制梁的截面最小尺寸； 2、适当配置箍筋； 3、适当配置弯起钢筋。 砌体房屋结构的主要构造要求 1、伸缩缝：将房屋分成若干个单元，使每个单元的长度限制在一定范围内，基础可不分开。 2、沉降缝：基础必须分开。 3、圈梁：连续设在同一水平面上，形成封闭状。宽度与墙厚相同，当墙厚h ≥240mm时，其宽度不宜小于2h/3。高度不应小于120mm。 楼梯的空间尺寸要求 1、住宅套内楼梯的梯段净宽，当一边临空时，不应小于0.75m；当两侧有墙时，不应小于0.9m。套内楼梯的踏步宽度不应小于0.22m，高度不应小于0.20m。 2、楼梯踏步的宽度b和高度h的关系：2h+b=600～620mm。
混凝土结构的承载能力极限状态计算应包括下列内容： 1结构构件应进行承载力（包括失稳）计算； 2直接承受重复荷载的构件应进行疲劳验算； 3有抗震设防要求时，应进行抗震承载力计算； 4必要时尚应进行结构的倾覆、滑移、漂浮验算； 5对于可能遭受偶然作用，且倒塌可引起严重后果的重要结构，宜进行防连续倒塌设计。 3.3.2对持久设计状况、短暂设计状况和地震设计状况，当用内力的形式表达时，结构构件应采用下列承载能力极限状态设计表达式： γ0S≤R（3.3.2-1） R ＝R（f c,f s,a k,……）/γd（3.3.2-2） 式中γ0——结构重要性系数：在持久设计状况和短暂设计状况下，对安全等级为一级的结构构件不应小于1.1；对安全等级为二级的结构构件不应小于1.0；对安全等级为三级的结构构件不应小于0.9；对地震设计状况下应取1.0； S——承载能力极限状态下作用组合的效应设计值：对持久设计状况和短暂设计状况应按作用的基本组合计算；对地震设计状况按作用的地震组合计算； R——结构构件的抗力设计值； R(·)——结构构件的抗力函数； γRd——结构构件的抗力模型不定性系数：静力设计取1.0，对不确定性较大的结构构件根据具体情况取大于1.0 的数值；抗震设计应采用承载力抗震调整系数γRE代替γRd； f c、f s——混凝土、钢筋的强度设计值，应根据本规范第4.1.4 条及第4.2.3 条的规定取值；
a k——几何参数的标准值；当几何参数的变异性对结构性能有明显的不利影响时，应增减一个附加值。 注：公式（3.3.2-1）中的γ0S 为内力设计值，在本规范各章中用N、M、V、T 等表达。 3.3.3对二维、三维混凝土结构构件，当按弹性或弹塑性方法分析并以应力形式表达时，可将混凝土应力按区域等代成内力设计值，按本规范第3.3.2 条进行计算；也可采用多轴强度准则进行设计验算。 3.3.4对偶然作用下的结构进行承载能力极限状态设计时, 公式（3.3.2-1）中的作用效应设计值S 按偶然组合计算，结构重要性系数γ0取不小于1.0 的数值；公式（3.3.2-2）中混凝土、钢筋的强度设计值f c、f s改用强度标准值f ck、f yk（或f pyk）。 当进行结构防连续倒塌验算时，结构构件的承载力函数按本规范第3.6 节的原则确定。 3.3.5对既有结构的承载能力极限状态设计，应按下列规定进行： 1对既有结构进行安全复核、改变用途或延长使用年限而验算承载能力极限状态时，宜符合本规范第3.3.2 条的规定； 2对既有结构进行改建、扩建或加固改造而重新设计时，承载能力极限状态的计算应符合本规范第 3.7 节的规定。