工程概況

本工程位于成都市西北橋成都鐵路局工程總公司辦公樓的側面。主體建筑A區平面尺寸分別：30.8m×25.2m，柱網(wǎng)開(kāi)間為7m，跨度分別為5.1、9.3、7.2m.建筑總高度地上23.7m，地上7層，1、2層為客房，3、4層為辦公用房，5層為健身、棋牌活動(dòng)用房，6層為檔案室，7層為大會(huì )議室，地下室用于停放自行車(chē)。

　　A區主體結構型式為縱向框架、橫向板柱結構，后張高效預應力混凝土樓屋蓋，預應力筋采用無(wú)粘結筋。L～7層樓面設預應力縱向框架扁梁，每跨跨度為7m，斷面尺寸為1200mm×400mm、800mm×400mm、600mm×400mm三種，樓面板為無(wú)粘結預應力板，厚度為230mm，板跨度分別為5.1、9.3、7.2m，屋面為無(wú)粘結預應力正交網(wǎng)格梁，柱網(wǎng)為21.6m×2lm，梁斷面為300mm×1100mm，網(wǎng)格尺寸為2.33m×2.40mm，屋面板為普通鋼筋混凝土板，板厚為80mm.

1結構方案的研究

1.1初設階段由于建設方要求建筑總高度不超過(guò)24m及樓層總數不少于7層，若采用普通混凝土結構，跨度為9.3m的框架梁斷面高度需900mm左右，3至6層層高為3.3m的無(wú)隔墻大間空僅為3.3－0.9＝2.4m，房間凈空很低，效果很差，7層大會(huì )議室更無(wú)法使用，建筑方案不能實(shí)施。預應力結構由于能有效地降低結構構件截面高度，增加室內凈空，起到在凈空不變的情況下降低層高的作用。經(jīng)多方案比選論證，最后決定采用高效預應力混凝土結構。

　　1.2施設階段

3.2.1預應力結構的選擇目前普遍采用的預應力結構有無(wú)梁樓蓋和有梁樓蓋兩種。無(wú)梁樓蓋有其頂棚平整、降低層高、易于布設管道等優(yōu)點(diǎn)，但由于該工程跨度分別為5.1m、9.3m、7.2m，跨度變化較大，樓板與框架柱節點(diǎn)處的較大彎矩使得樓板的抗沖切較難滿(mǎn)足。若為了滿(mǎn)足樓板的抗沖切要求，需在柱頂加板托，這樣在柱頂局部范圍出現一個(gè)“墩子”，影響不準備設吊頂的客房美觀(guān)。因此，決定采用有梁樓蓋。

　　1.2.2樓蓋預應力框架梁的設置由于客房管道井的影響，不能在橫向設預應力框架扁梁，因此該工程僅縱向設預應力框架扁梁，跨度為7m，5.1m、9.3m、7.2m跨度的板將荷載直接傳給縱向預應力框架扁梁，橫向的風(fēng)、地震等水平荷載在樓板內引起的內力，主要由配置在柱上預應力板帶內的普通鋼筋承受。

　　1.2.3該結構方案優(yōu)點(diǎn)

①由于采用了預應力結構，降低了結構的斷面高度，在保證室內凈空的條件下，有效地降低樓層高度，同樣總建筑高度下比采用普通混凝土結構多修了一層（采用普通混凝土結構由于凈空原因只能修六層），為建設方多爭取了一層的建筑面積，取得了很好的效益。

　�、诤奢d傳力路線(xiàn)為：樓板一縱向預應力框架梁一框架柱一基礎，結構受力明確，無(wú)多余的傳力過(guò)程。

　�、塾捎趦H縱向設預應力框架梁，給暖通、給排水、電力管道（線(xiàn)）布置提供了有利條件，減少了暖通、給排水、電力專(zhuān)業(yè)的設計難度。

　　2框架結構計算

2.1基本參數①抗震設防7度，抗震等級三級②場(chǎng)地土類(lèi)別：二類(lèi)場(chǎng)地土③混凝土：C40④樓、屋面活荷載標準值（kN／㎡）

　　健身、棋牌活動(dòng)室：2，檔案室：3不上人屋面：0.7，上人屋面：1.5客房、辦公室、大會(huì )議室：2⑤梁、板裂縫控制等級為二級⑥結構內力計算方法：采用PKPM程序進(jìn)行計算

2.2框架梁參數梁設計以D軸六層框架為例，梁內布置14根d＝15mm無(wú)粘預應力鋼絞線(xiàn)（ ptk＝1570N／m㎡），支座及跨中均布置8Ф22普通鋼筋。無(wú)粘結筋張拉控制應力бcon＝0.7×1570＝1100N／m㎡，扣除全部損失后預應力筋的有效應力бpe＝814N／m㎡.扁梁截面1200×400，翼緣板寬取2300，截面積A＝0.733㎡，慣性矩T＝0.00871m4，形心位置y1＝0.17lm，y2＝0.229m.

2.3結構內力分析結果荷載作用下彎矩包絡(luò )圖，預應力等效荷載綜合彎矩圖。

　　2.4框架梁正截面抗裂度驗算

2.4.1混凝土受拉區容許拉應力荷載短期效應組合0.6γ tk＝2580kN／㎡，荷載長(cháng)期效應組合0.25γ tk＝1070kN／㎡

2.4.2支座截面抗裂度Npe＝1584kN，預應力綜合彎矩Mp＝272kN—m荷載短期效應組合彎矩Ms＝497.5kN－m，σsc＝（Ms—Mp）y1／I—Npe／A＝2266＜2580kN／㎡荷載長(cháng)期效應組合彎矩M1＝439.8kN—m，σ1c＝（M1一Mp）y1／I—Npe／A＝l133kN／㎡（相對誤差為（1133—1070）／1070＝5.9％，可）

　　2.4.3跨中截面抗裂度Npe＝1584kN，Mp＝179.6kN—m，Ms＝265.3kN—m，σsc＝92＜2580kN／㎡M1＝234.4kN—m，σ1c＝—718kN／㎡（受壓）

　　2.5框架梁正截面強度驗算

2.5.1無(wú)粘筋應力設計值hp＝400—60＝340mm配筋指標βo＝（Ap6pe十A sy）／（cmbh p）

　�。�0.288＜0.45應力設計值6p＝[σpe十（500—770βo）]／1.2＝910N／m㎡

2.5.2支座截面強度驗算次彎矩Mc＝96.2kN—m，設計彎矩M‘＝M—Mc＝544.8kN—m，χ＝（A pбp十A s？y—A s？y）／（b？㎝）＝69mm，承載力Mu＝85l＞M’＝544.8kN—m，開(kāi)裂彎矩Mcr＝Mp十（Npe／A十γ？tk）W＝600KN—m＜mu＝85lkN—m（可）

　　2.5.3跨中裁面強度驗算Mc＝—88kN—m，M‘＝411.5kN—m，χ＝4lmm，Mu＝851＞M’＝411.5，Mcr＝425＜Mu＝85l（可）

　　3樓面板設計

樓板設計以五層樓面為例，板厚h＝230mm，預應力筋采用7Ф？5平行鋼絲束（？ptk＝1570N／m㎡），間距為260mm，6con＝0.7×1570＝1100N／m㎡，扣除全部損失后有效應力6pe＝901N／m㎡.普通鋼筋（二級鋼）板底通長(cháng)Ф12＠200板面支座負筋Ф12＠150.

3.1計算簡(jiǎn)圖及預應力筋布置

　�。╝）板豎向荷載計算簡(jiǎn)圖，kPa；（b）板恒載彎矩圖，kN·m； 扳活載彎矩包絡(luò )圖，kN·m；（d）板預應力筋布置；（e）綜合彎矩圖，kN·m；（f）板活載彎矩包絡(luò )固，kN·m板截面參數：A＝0.805m2，I＝0.00355m4

3.2板內力分析結果

　　為方便內力組合及配筋計算，在對樓面恒活載內力分析時(shí)，板計算寬度取3.5m，與地震荷載內力分析時(shí)等寬度。

3.3板正截面抗裂度驗算

3.3.1混凝土受拉區容許應力同梁

3.3.2截面抗裂度Ap＝1871mm2，Npe＝1686kN，M活＝54.1kN—m’預應力綜合彎矩與恒載彎矩相互抵消，則бsc＝My／I－Npe／A＝—342kN／㎡（受壓），б1c＝0.4My／I—Npe／A＝—1393kN／㎡（受壓）

　　3.4正截面強度驗算（無(wú)地震組臺）

　 3.4.1無(wú)粘結筋應力設計值

　　平均6p＝（бpl十бp2十бp3十бp4）／5＝958N／mm2

3.4.2支座截面強度驗算Mc＝35.9kN—m，M‘＝254.9kN—m，χ＝35mm Mn＝484＞M’＝254.9，Mcr＝376＜Mu＝484（可）

　　3.4.3跨中截面強度驗算

　　3.5正截面強度驗算（有地震組合）

　　3.5.1邊支座χ＝12.4mm，Mu＝125＞M‘＝71.8kN—mб

3.5.2中支座M’＝236Kn－m<無(wú)地震組合的M‘＝254.9）

　　承載力驗算不起控制作用。

　　4結語(yǔ)

4.1預應力度與抗裂度

根據目前的國內設計規范，無(wú)粘結預應力混凝土結構一般按二級抗裂度控制。預應力度偏高，有時(shí)反向應力較高往往不利于早期裂縫控制，也不利于抗震耗能。如果為了降低預應力度而增加普通鋼筋，則總用鋼量增大，總體上看不經(jīng)濟，表明大多情況下樓蓋結構按二級抗裂度設計偏嚴。建議適當放寬混凝土受拉允許應力，例如：拉應力限制系數бcts由0.6放寬為0.8～1.0，αctl由0.25放寬為0.4～0.5.這方面還有待進(jìn)一步研究。

　　4.2實(shí)踐與展望

本工程于1998年上半年完成設計，1999年底竣工。實(shí)踐證明這種結構具有節約鋼材、減輕自重、改善建筑使用功能和結構受力性能、增大室內空間、提高容積率、綜合經(jīng)濟效果好等優(yōu)點(diǎn)，值得大力推廣�？梢韵嘈�，21世紀的預應力技術(shù)將更加普及和全面發(fā)展！