奇怪的现象：我们知道，2010《抗规》6.3.3：梁端计入受压钢筋的混凝土受压区高度和有效高度之比，一级不应大于0.25，二、三级不应大于0.35。。通过查阅资料得知：目的是为了提高梁端塑性铰的能力，有利于抗震。但是 我们也知道 根据双面配筋相对受压区高度计算公式 x=ho-√{ho2-2[M-fy'As'(ho-as')]/(α1fcb)} 由于双筋的配置，可以避免超筋现象的发生——减小相对受压区的高度（构件弯矩承载力M-受压钢筋弯矩承载力，形成新的弯矩值Mo【Mo=M-fy'As'(ho-as')相对变小了，根据公式，x也随之变小了】）
奇怪的现象：我们知道，
2010《抗规》6.3.3：梁端计入受压钢筋的混凝土受压区高度和有效高度之比，一级不应大于0.25，二、三级不应大于0.35。。通过查阅资料得知：目的是为了提高梁端塑性铰的能力，有利于抗震。但是 我们也知道 根据双面配筋相对受压区高度计算公式 x=ho-√{ho2-2[M-fy'As'(ho-as')]/(α1fcb)}
由于双筋的配置，可以避免超筋现象的发生——减小相对受压区的高度（构件弯矩承载力M-受压钢筋弯矩承载力，形成新的弯矩值Mo【Mo=M-fy'As'(ho-as')相对变小了，根据公式，x也随之变小了】）
奇怪问题来了
这样是不是？？？？？有种可能，通过对受压钢筋的合理配置，可以使 M-fy'As'(ho-as'=0，使受压钢筋相对受压区高度x =0.以至于彻底解除 超筋现象的发生，当然要让x<=0.35更是容易办了。求各位大侠解答。
当然
2010《抗规》6.3.4也给出了梁端受拉钢筋 最大配筋率的限制，不宜大于2.5%。通过查阅资料得知其原因是配筋率太大，
将使构件的塑性变小，不利于抗震。这是为什么呢？？？？再求各位高人解答。
有种解答是：配筋率太大使得 相对受压区高度变大，以至于超过规范的限制。 那我可以采用双筋配置，来减小相对受压区高度——得出采用双筋配置，将会彻底解决不超筋的现象发生。我貌似进入了一个怪圈，被这个问题绕进去了，求各路大侠解救啊。
22楼
超筋多是因为梁截面小导致的，如果梁截面过小，想通过多配受压筋解决，会导致受拉筋超筋。并不是说x很小就不会超筋，因为承载力计算忽略了受压筋（x＜2As‘时），想满足承载力，必然多配受拉筋，必然会超筋。
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23楼
由于双筋的配置，可以避免超筋现象的发生——减小相对受压区的高度（构件弯矩承载力M-受压钢筋弯矩承载力，形成新的弯矩值Mo【Mo=M-fy'As'(ho-as')相对变小了，根据公式，x也随之变小了】） 不知道楼组如何得出的x也随之变小的结论，前面的那个受压区高度是截面的总弯矩，不管你是双筋还是单筋，总弯矩是不变的，单筋时M=M1，双筋时M=M1+M2，所以配置受压钢筋的时候受压钢筋分担部分弯矩，，受拉钢筋弯矩减小，但是总的还是不变的，所以受压区高度是不变的。
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24楼
建议楼主可以参阅混凝土结构设计原理P50~62页里面解释的很清楚了
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25楼
多谢，高人指导。。 懂了不少。。。
只是我想说的其中一点就是： 既然 我们可以通过配置受压钢筋 将 受压区高度x做到<2as. 那我们也可以由能力通过
配置双面筋将
其 x 控制在 2as~0.35ho之间。 这样我们就可以实现 在不改变截面尺寸、混凝土强度等级情况下 让构件不出现 超筋现象。 此情况也正是下面各位高手所说的 此做法已经让构件 形成被
混凝土包围钢梁构件了。
查阅结构设计原理书籍 其中
在双筋矩形截面中说道： “当截面上弯矩较大，而截面尺寸和混凝土强度等级有
受到限制不能提高时，或当截面承受变号弯矩作用时，可以采用双筋矩形截面。
双筋梁可以提高承载能力，提高截面延性，降低构件变小，有利于抗震耗能的。
所以，在延性框架结构设计中，梁端截面必须配置足够的受压钢筋。但是从受力角度讲，用一部分钢筋去承担压应力的做法，并非经济。”
有了大师们毕生吐血的科学的理论，定要在实际运用中，实现其中效果， 我们有时候在用pkpm计算构件的双面配筋， 也会出现相对受压区高度 X/Ho> 0.35 情况发生。 但是到现在都不知道，是如何得计算出来的结果，以下是我在做pkpm分析出现的这种情况
pkpm 分析结果和文本显示中的 配筋、验算文件中 出现有一根梁的相对受压区高度超限：如
N-B= 133 (I= 2183, J= 2204) ( 1)B*H(mm)= 300* 600
Lb= 5.78 Cover= 20 Nfb= 3 Rcb= 30.0 Fy= 360. Fyv= 270.
调幅系数：0.85 扭矩折减系数：0.40 刚度系数：2.04
梁属性：混凝土梁 框架梁 调幅梁
-I- -1- -2- -3- -4- -5- -6- -7- -J-
-M(kNm) -562. -348. -141. 0. 0. 0. 0. 0. 0.
LoadCase ( 29) ( 29) ( 29) ( 0) ( 0) ( 0) ( 0) ( 0) ( 0)
Top Ast 2500. 1459. 550. 0. 0. 0. 360. 889. 450.
% Steel 1.57 0.87 0.33 0.00 0.00 0.00 0.20 0.49 0.25
+M(kNm) 0. 16. 50. 98. 240. 377. 505.
625. 931.
LoadCase ( 0) ( 0) ( 32) ( 1) ( 1) ( 1) ( 1) ( 1) ( 29)
Btm Ast 750. 360. 360. 510. 1331. 2433. 3506. 4181. 99999.
% Steel 0.42 0.20 0.20 0.31 0.80 1.52 2.19 2.62 500.00
Shear 322. 302. 291. 280. 269. 258. 247. 236. 233.
LoadCase ( 29) ( 29) ( 29) ( 29) ( 29) ( 29) ( 29) ( 29) ( 29)
Asv 115. 104. 97. 91. 85. 79. 72. 66. 65.
Rsv 0.38 0.35 0.32 0.30 0.28 0.26 0.24 0.22 0.22
Tmax/Shear( 1)= 0.5/ 259. Astt= 0. Astv= 60.5 Ast1= 0.0
非加密区箍筋面积(1.5H处) Asvm= 102.
** ( 18)X/Ho= 0.5176 > 0.35
** ( 18)Rs=500.00 > Rsmax = 2.75
这里我就郁闷了。。。这里的X/Ho= 0.5176 双面配筋截面出现相对受压区超限，是如何计算的啊？？？
以下是我的理解pkpm计算过程：如果分析得不对，求高人定要指出啊
根据pkpm 计算思路（ 为了考虑 满足抗震11.3.6的要求，程序将把计算好的受拉钢筋的面积按30%或50% ）：过程如下
1.将截面7的弯矩625 带入x=ho-√[ho*ho-2M*0.75]/(α1fcb)] 得到x=247 （0.75为构件承载力抗震调整系数）
2.再将X=247 带入 As=α1fcbX/Fy 得到As=2951 这里与pkpm程序计算的结果4181相差好大啊。。不懂啊。
3. 继续按照pkpm 程序步骤计算：
<程序 为了考虑 满足抗震11.3.6的要求，程序将把计算好的受拉钢筋的面积按30%或50%>
这里取按30%的情况（由于结构抗震等级为3级） A's=4175*0.3=885.3
4. 最后根据 AsFy= α1*fc*b*X+A'sF'y 得出X=173.34
5. 最终的相对受压区高度为 173.34/540=0.32
至于截面J 处 由于产生的弯矩太大 而截面又太小 使得计算中出现，根号下里的数值小于0. 造成计算出来的数据混乱。。
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27楼
嗯。。有道理。。。谢谢这个兄台的指点。。
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28楼
嗯。。。谢谢高手指点迷津。。。
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29楼
根据你提供的资料显示，300x600的梁跨中弯矩已经到了962knm，跨中已经超筋了，说明你的梁截面严重不足，配筋率Rs500》2.5了，，现在的问题是你先把梁截面调整合适了，不超筋了，配筋率合适了，再来考虑这个梁的受压区高度问题，！！对于配筋是99999的梁来说，看pkpm给 、出的相对受压区高度0.5176还有意义吗？？这个梁的计算已经畸形了！
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30楼
我现在也刚好遇到这个问。我也想着pkpm如何计算x/h0的。
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31楼
kaopu0720 发表于 2013-1-5 09:54 pkpm 受压钢筋面积与受拉钢筋面积的比值 计算问题高手，图来自哪本书？
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