FOR CHENGDU RAILwAY CONSTRUCTION CULTURE
AND ENTERTANMENT BUILDING
SHI Jina—ping YU Fu-zhen
(The Survey and Design Institute of Chengdu Railway Bureau，610081)
[Abstract] To provide a design method for similar projects，a systematic exposition of some technological problems for unbonded prestressed concrete structure is made through a practical project design．The results show that this design is reasonable and remarkable in comprehensive economical benefit．
[Key wordb] Structural design；Prestressed concrete；Unbonded prestressing
1 工程概况
本工程位于成都市西北桥成都铁路局工程总公司办公楼的侧面。主体建筑A区平面尺寸分别：30．8m×25．2m，柱网开间为7m，跨度分别为5．1、9．3、7．2m 。建筑总高度地上23．7m，地上7层，1、2层为客房，3、4层为办公用房，5层为健身、棋牌活动用房，6层为档案室，7层为大会议室，地下室用于停放自行车。
A区主体结构型式为纵向框架、横向板柱结构，后张高效预应力混凝土楼屋盖，预应力筋采用无粘结筋。L～7层楼面设预应力纵向框架扁梁，每跨跨度为7m，断面尺寸为1200mm×400mm、800mm×400mm、600mm×400mm三种，楼面板为无粘结预应力板，厚度为230mm，板跨度分别为5．1、9．3、7．2m，屋面为无粘结预应力正交网格梁，柱网为21．6m×2lm，梁断面为300mm×1100mm，网格尺寸为2．33m×2．40mm，屋面板为普通钢筋混凝土板，板厚为80mm。
3 结构方案的研究
3．1 初设阶段
由于建设方要求建筑总高度不超过24m及楼层总数不少于7层，若采用普通混凝土结构，跨度为9．3m的框架梁断面高度需900mm左右，3至6层层高为3．3m的无隔墙大间空仅为3．3－0．9＝2．4m，房间净空很低，效果很差，7层大会议室更无法使用，建筑方案不能实施。预应力结构由于能有效地降低结构构件截面高度，增加室内净空，起到在净空不变的情况下降低层高的作用。经多方案比选论证，最后决定采用高效预应力混凝土结构。
3．2 施设阶段
3．2．1 预应力结构的选择
目前普遍采用的预应力结构有无梁楼盖和有梁楼盖两种。无梁楼盖有其顶棚平整、降低层高、易于布设管道等优点，但由于该工程跨度分别为5．1m、9．3m、7．2m，跨度变化较大，楼板与框架柱节点处的较大弯矩使得楼板的抗冲切较难满足。若为了满足楼板的抗冲切要求，需在柱顶加板托，这样在柱顶局部范围出现一个“墩子”，影响不准备设吊顶的客房美观。因此，决定采用有梁楼盖。
3．2．2 楼盖预应力框架梁的设置
由于客房管道井的影响，不能在横向设预应力框架扁梁，因此该工程仅纵向设预应力框架扁梁，跨度为7m，5．1m、9．3m、7．2m跨度的板将荷载直接传给纵向预应力框架扁梁，横向的风、地震等水平荷载在楼板内引起的内力，主要由配置在柱上预应力板带内的普通钢筋承受。
3．2．3 该结构方案优点
① 由于采用了预应力结构，降低了结构的断面高度，在保证室内净空的条件下，有效地降低楼层高度，同样总建筑高度下比采用普通混凝土结构多修了一层(采用普通混凝土结构由于净空原因只能修六层)，为建设方多争取了一层的建筑面积，取得了很好的效益。
②荷载传力路线为：楼板一纵向预应力框架梁一框架柱一基础，结构受力明确，无多余的传力过程。
③由于仅纵向设预应力框架梁，给暖通、给排水、电力管道(线)布置提供了有利条件，减少了暖通、给排水、电力专业的设计难度。
4 框架结构计算
4．1 基本参数
①抗震设防7度，抗震等级三级
②场地土类别：二类场地土
③混凝土：Ｃ40
④楼、屋面活荷载标准值(kN／㎡)
健身、棋牌活动室：2， 档案室： 3
不上人屋面：0．7， 上人屋面：1．5
客房、办公室、大会议室：2
⑤梁、板裂缝控制等级为二级
⑥结构内力计算方法：采用PKPM程序进行计算
4．2 框架梁参数
梁设计以D轴六层框架为例，梁内布置14根d＝15mm无粘预应力钢绞线(?ptk＝1570N／m㎡)，支座及跨中均布置8Ф22普通钢筋。无粘结筋张拉控制应力бcon＝0．7×1570＝1100N／m㎡，扣除全部损失后预应力筋的有效应力бpe＝814N／m㎡。扁梁截面1200×400，翼缘板宽取2300，截面积A＝0．733㎡，惯性矩T＝0．00871m4，形心位置 y1＝0．17lm，y2＝0．229m 。
4．3 结构内力分析结果
荷载作用下弯矩包络图(见图1)，预应力等效荷载综合弯矩图(见图2)。
4．4 框架梁正截面抗裂度验算
4．4．1 混凝土受拉区容许拉应力
荷载短期效应组合0．6γ? tk ＝2580kN／㎡，荷载长期效应组合0．25γ? tk＝1070kN／㎡
4．4．2 支座截面抗裂度
Npe＝1584kN，预应力综合弯矩Mp＝272kN—m
荷载短期效应组合弯矩Ms＝497．5kN－m，σsc＝(Ms—Mp)y1／I—Npe／A＝2266＜2580kN／㎡
荷载长期效应组合弯矩M1＝439．8kN—m，σ1c＝(M1一Mp)y1／Ｉ—Npe／A＝l133kN／㎡(相对误差为(1133—1070)／1070＝5．9％，可)
4．4．3 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／㎡(受压)
4．5 框架梁正截面强度验算
4．5．1无粘筋应力设计值
hp＝400—60＝340mm
配筋指标βo＝(Ap6pe十A s?y)／(?cmbh p)
＝0．288＜0．45
应力设计值6p＝[σpe十(500—770βo)]／1．2
＝910N／m㎡
4．5．2 支座截面强度验算
次弯矩Mc＝96．2kN—m，设计弯矩M’＝M—Mc＝544．8kN—m，χ＝(A pбp十A s?y—A s?y)／(b?㎝)＝69mm，承载力Mu＝85l＞M’＝544．8kN—m，开裂弯矩 Mcr＝Mp十(Npe／A十γ?tk)W＝600KN—m＜mu＝85lkN—m(可)
4．5．3 跨中裁面强度验算
Mc＝—88kN—m，M’＝411。5kN—m，χ＝4lmm，Mu＝851＞M’＝411．5，Mcr＝425＜Mu＝85l(可)
5楼面板设计
楼板设计以五层楼面为例，板厚h＝230mm，预应力筋采用7Ф?5平行钢丝束(?ptk＝1570N／m㎡)，间距为260mm，6con＝0．7×1570＝1100N／m㎡，扣除全部损失后有效应力6pe＝901N／m㎡。普通钢筋(二级钢)板底通长Ф12＠200板面支座负筋Ф12＠150。
5．1 计算简图及预应力筋布置(见图3)
(a)板竖向荷载计算简图，kPa；(b)板恒载弯矩图，kN·m； ?扳活载弯矩包络图，kN·m；(d)板预应力筋布置；(e)综合弯矩图，kN·m；(f)板活载弯矩包络固，kN·m
板截面参数：A＝0．805m2，Ｉ＝0．00355m4
5．2 板内力分析结果(见图3)
为方便内力组合及配筋计算，在对楼面恒活载内力分析时，板计算宽度取3．5m，与地震荷载内力分析时等宽度。‘
5．3 板正截面抗裂度验算
5．3．1 混凝土受拉区容许应力同梁
5．3．2 截面抗裂度
Ap＝1871mm2，Npe＝1686kN，M活＝54．1kN—m’预应力综合弯矩与恒载弯矩相互抵消，则
бsc＝My／I－Npe／A＝—342kN／㎡(受压)，б1c＝0．4My／Ｉ—Npe／A＝—1393kN／㎡(受压)
5．4 正截面强度验算(无地震组台)
5．4．1 无粘结筋应力设计值(见表1)
平均6p＝(бpl十бp2十бp3十бp4)／5＝958N／mm2
5．4．2 支座截面强度验算
Mc＝35．9kN—m，M’＝254．9kN—m，χ＝35mm
Mn＝484＞M’＝254．9，Mcr＝376＜Mu＝484(可)
5．4．3 跨中截面强度验算(见表2)
5．5 正截面强度验算(有地震组合)
5．5．1 边支座
χ＝12．4mm，Mu＝125＞M’＝71。8kN—mб
5．5．2 中支座
M’＝236Kn－m<无地震组合的Ｍ’＝254．9）
承载力验算不起控制作用。
6 结语
6．1 预应力度与抗裂度
根据目前的国内设计规范，无粘结预应力混凝土结构一般按二级抗裂度控制。预应力度偏高，有时反向应力较高往往不利于早期裂缝控制，也不利于抗震耗能。如果为了降低预应力度而增加普通钢筋，则总用钢量增大，总体上看不经济，表明大多情况下楼盖结构按二级抗裂度设计偏严。建议适当放宽混凝土受拉允许应力，例如：拉应力限制系数бcts由0．6放宽为0．8～1．0，αctl由0．25放宽为0．4～0．5。这方面还有待进一步研究。
6．2 实践与展望
本工程于1998年上半年完成设计，1999年底竣工。实践证明这种结构具有节约钢材、减轻自重、改善建筑使用功能和结构受力性能、增大室内空间、提高容积率、综合经济效果好等优点，值得大力推广。可以相信，21世纪的预应力技术将更加普及和全面发展!