成鐵工程文化活動研究論文

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FORCHENGDURAILwAYCONSTRUCTIONCULTURE

ANDENTERTANMENTBUILDING

SHIJina—pingYUFu-zhen

(TheSurveyandDesignInstituteofChengduRailwayBureau，610081)

[Abstract]Toprovideadesignmethodforsimilarprojects，asystematicexpositionofsometechnologicalproblemsforunbondedprestressedconcretestructureismadethroughapracticalprojectdesign．Theresultsshowthatthisdesignisreasonableandremarkableincomprehensiveeconomicalbenefit．

[Keywordb]Structuraldesign；Prestressedconcrete；Unbondedprestressing

1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，柱網開間為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、棋牌活動用房，6層為檔案室，7層為大會議室，地下室用于停放自行車。

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，屋面為無粘結預應力正交網格梁，柱網為21．6m×2lm，梁斷面為300mm×1100mm，網格尺寸為2．33m×2．40mm，屋面板為普通鋼筋混凝土板，板厚為80mm。

3結構方案的研究

3．1初設階段

由于建設方要求建筑總高度不超過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層大會議室更無法使用，建筑方案不能實施。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。經多方案比選論證，最后決定采用高效預應力混凝土結構。

3．2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梁樓蓋和有梁樓蓋兩種。無梁樓蓋有其頂棚平整、降低層高、易于布設管道等優點，但由于該工程跨度分別為5．1m、9．3m、7．2m，跨度變化較大，樓板與框架柱節點處的較大彎矩使得樓板的抗沖切較難滿足。若為了滿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“墩子”，影響不準備設吊頂的客房美觀。因此，決定采用有梁樓蓋。

3．2．2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、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。

3．2．3該結構方案優點

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。

②荷載傳力路線為：樓板一縱向預應力框架梁一框架柱一基礎，結構受力明確，無多余的傳力過程。

③由于僅縱向設預應力框架梁，給暖通、給排水、電力管道(線)布置提供了有利條件，減少了暖通、給排水、電力專業的設計難度。

4框架結構計算

4．1基本參數

①抗震設防7度，抗震等級三級

②場地土類別：二類場地土

③混凝土：C40

④樓、屋面活荷載標準值(kN／㎡)

健身、棋牌活動室：2，檔案室：3

不上人屋面：0．7，上人屋面：1．5

客房、辦公室、大會議室：2

⑤梁、板裂縫控制等級為二級

⑥結構內力計算方法：采用PKPM程序進行計算

4．2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無粘預應力鋼絞線(?ptk＝1570N／m㎡)，支座及跨中均布置8Ф22普通鋼筋。無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。

4．3結構內力分析結果

荷載作用下彎矩包絡圖(見圖1)，預應力等效荷載綜合彎矩圖(見圖2)。

4．4框架梁正截面抗裂度驗算

4．4．1混凝土受拉區容許拉應力

荷載短期效應組合0．6γ?tk＝2580kN／㎡，荷載長期效應組合0．25γ?tk＝1070kN／㎡

4．4．2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)

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／㎡(受壓)

4．5框架梁正截面強度驗算

4．5．1無粘筋應力設計值

hp＝400—60＝340mm

配筋指標βo＝(Ap6pe十As?y)／(?cmbhp)

＝0．288＜0．45

應力設計值6p＝[σpe十(500—770βo)]／1．2

＝910N／m㎡

4．5．2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＝(Apбp十As?y—As?y)／(b?㎝)＝69mm，承載力Mu＝85l＞M’＝544．8kN—m，開裂彎矩Mcr＝Mp十(Npe／A十γ?tk)W＝600KN—m＜mu＝85lkN—m(可)

4．5．3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)

5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Ф12＠200板面支座負筋Ф12＠150。

5．1計算簡圖及預應力筋布置(見圖3)

(a)板豎向荷載計算簡圖，kPa；(b)板恒載彎矩圖，kN·m；?扳活載彎矩包絡圖，kN·m；(d)板預應力筋布置；(e)綜合彎矩圖，kN·m；(f)板活載彎矩包絡固，kN·m

板截面參數：A＝0．805m2，I＝0．00355m4

5．2板內力分析結果(見圖3)

為方便內力組合及配筋計算，在對樓面恒活載內力分析時，板計算寬度取3．5m，與地震荷載內力分析時等寬度。‘

5．3板正截面抗裂度驗算

5．3．1混凝土受拉區容許應力同梁

5．3．2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)

5．4正截面強度驗算(無地震組臺)

5．4．1無粘結筋應力設計值(見表1)

平均6p＝(бpl十бp2十бp3十бp4)／5＝958N／mm2

5．4．2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)

5．4．3跨中截面強度驗算(見表2)

5．5正截面強度驗算(有地震組合)

5．5．1邊支座

χ＝12．4mm，Mu＝125＞M’＝71。8kN—mб

5．5．2中支座

M’＝236Kn－m<無地震組合的M’＝254．9）

承載力驗算不起控制作用。

6結語

6．1預應力度與抗裂度

根據目前的國內設計規范，無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。這方面還有待進一步研究。

6．2實踐與展望

本工程于1998年上半年完成設計，1999年底竣工。實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、綜合經濟效果好等優點，值得大力推廣。可以相信，21世紀的預應力技術將更加普及和全面發展!