摘要：本文結合工程實例和筆者多年設計實踐工作經驗，詳細探討了大跨度后張法有粘結預應力樓蓋框架梁結構設計過程中的主要設計參數計算和強度驗算，對張拉施工時預應力的損失進行了科學計算，確保了工程結構設計的經濟性和合理性，并對張拉端節點處理措施進行了論述。
關鍵詞：結構方案； 框架主梁； 有粘結預應力； 節點構造
1工程概況
衡陽市某機關單位綜合辦公樓工程,共四層，為會議和辦公設施，總建筑面積為13000m2，其中會議室兼作小禮堂用，位于大樓四層左側;建筑面積475m2，平面長25m，寬19m，能容納250～300余人；綜合樓與相鄰建筑單體之間設置伸縮縫，采用大跨度混凝土框架結構；其它跨度為19m，沿會議室方向與柱網正交。
2建筑結構方案的選擇
上述尺度的天面樓蓋結構，可以采用多種樓蓋結構方案，如型鋼混凝土組合結構、鋼筋混凝土桁架結構、預應力鋼筋混凝土結構、排架結構（采用鋼筋混凝土柱和鋼屋架），普通鋼筋混凝土密肋梁板結構等等。
在進行天面樓蓋結構方案比選時，首先考慮的是要滿足業主對使用功能的要求。該綜合樓與周邊辦公樓單體用伸縮縫分開，天面與周邊樓層的走廊相連，業主要求綜合樓的天面可作為職工休息時間的活動場所。因此，不能采用較大的坡度的屋面形式，而且對受力主梁的撓度變形要求比較高。在這種情況下，就不能選用鋼筋混凝土桁架結構。
若采用普通鋼筋混凝土密肋梁板結構，密肋次梁要沿會議室的方向密布，跨度為19m，為滿足撓度及裂縫寬度限值的要求，估算梁截面的高度達到1300mm，截面這么大的梁如此密布，不能滿足會議室內部上空的美觀要求。同時，密肋次梁支承在兩端框架邊梁上，產生較大的扭矩和剪力，框架邊梁的抗剪扭能力很難滿足規范的要求。
如果采用型鋼混凝土組合結構，屋面樓蓋采用壓型鋼板混凝土組合樓板，那么在結構原理上，是比較合理的。但與采用預應力鋼筋混凝土結構相比，鋼材的使用量比較大，建筑成本較高。
綜合以上的分析，框架主梁采用后張法有粘結預應力結構，框架主梁的截面為400mm×1200mm，具體的結構布置見圖1，采用鋼筋混凝土肋形梁板結構，樓板厚度為100mm，梁、板的混凝土強度等級采用C40，柱子采用普通鋼筋混凝土結構，截面650mm×700mm，柱的混凝土強度等級采用C30，在梁、柱節點處，混凝土強度等級按框架主梁采用C40。
3有粘結預應力框架主梁的設計
3.1荷載
作用于梁上的恒荷載包括梁板自重、面層及吊頂自重，活荷載按人群有可能密集的情況采用3.5kN/m2。梁上線荷載標準值共計69.4 kN/m線荷載設計值共計94.8 kN/m。由于該會議室周邊的均布置多層的辦公樓，對風起了遮擋的作用，在結構計算中可不考慮風荷載。
3.2設計基本參數
本建筑的設計使用年限為50年，建筑結構的安全等級為二級，抗震設防烈度為Ⅶ度，設計地震分組為第一組，抗震等級為三級，設計基本地震加速度為0.10g，場地類別為Ⅲ類。
3.3結構受力計算
取一榀鋼架作為計算單元。在柱邊支座處，梁截面按矩形考慮，計算截面見圖2a；在跨中，考慮樓板作為翼緣參與受力，梁截面按T形考慮，計算截面見圖2b。
3.4材料的選用
框架主梁預應力筋按雙束設置，按照拋物線線型設置，分為三段，反彎點設在離支座0.16Lo(Lo為梁計算跨度)處。預應力筋采用低松弛高強度鋼絞線，每束采用6φj15.24，強度標準值fptk=1860N/mm2，設計值fpy=1320N/mm2，張拉控制應力為0.75，fptk=1395N/mm2。每束預應力筋的張拉力P=6×139×1395=1163kN。錨具采用OVM錨具系列，一端張拉，張拉端分別設在梁的兩端。支座及跨中非預應力筋均采HRB335級，直徑為25mm，通長設置。
3.5預應力梁的驗算
按照上述的配置進行驗算，得梁端的配筋強度比λ=0.681，小于規范要求的0.75；考慮受壓鋼筋的梁端相對受壓區高度為0.26，滿足規范不大于0.35的要求；底面和頂面縱向非預應力鋼筋截面面積的比值為1.0，縱向受壓非預應力鋼筋的配筋率為0.72%>0.2%，縱向受拉鋼筋按非預應力鋼筋抗拉強度設計值折算的配筋率為2.4%<2.5%，以上幾項均滿足規范的要求。
3.6預應力損失的計算
張拉端錨具變形和錨具內縮引起的預應力損失σ11=254.5N/mm2，預應力鋼筋磨擦引起的預應力損失σ12=382.1N/mm2，預應力鋼筋應力松弛引起的預應力損失σ14=48.8N/mm2，混凝土的收縮和徐變引起支座的預應力損失σ15（支）=104.6N/mm2、跨在的預應力損失σ15（中）=89.5N/mm2，兩束預應力鋼筋采用一端張拉，并在兩端同時張拉，得：
支座第一批預應力損失：σLI(支)=1/2（σ11+σ12）=318.3N/mm2；
跨中第一批預應力損失: σLI(中)=1/2σLI(支)=191.1N/mm2；
支座第二批預應力損失：σLII(支)=σ14+σ15（支）=153.4N/mm2；
跨中第二批預應力損失: σLII(中)=σ14+σ15（中）=138.4N/mm2；
支座總預應力損失：σL(支)=σLI（支）+σLII（支）=471.7N/mm2；
跨中總預應力損失：σL(中)= σLI（中）+σLII（中）=329.4N/mm2；
支座有效預應力：Pe(支)=6×139×（1395-471.7）=779kN。
3.7內力組合
后張法預應力混凝土超靜定結構，在進行正截面受彎承載力計算及抗裂驗算時，在彎矩設計值中次彎矩應參與組合；在進行斜截面受剪承載力計算及抗裂驗算時，在剪力設計值中次剪力應參與組合。在對截面進行受彎及受剪的抗裂驗算時，當參與組合的次彎矩、次剪力對結構不利時，預應力分項系數取1.2，有利時取1.0。次彎矩按下列公式計算：
M2=Mr-M1
M1=NP·epn
次剪力則根據構件各截面次彎矩的分布按結構力學方法計算，次彎矩的計算結果見圖3a，和次剪力的計算結果見圖3b。
3.8預應力框架主梁極限強度驗算
跨中截面抗彎承載力設計值除以承載力抗震。調整系數后為4617.7kN/m，大于跨中截面彎矩設計值2757.8kN/m；支座截面抗彎承載力設計值除以承載力抗震調整系數后為4321.2kN/m，大于支座截面彎矩設計值1419.4kN/m；支座截面抗剪承載力設計值除以承載力抗震調整系數后為1798.2kN，大于支座截面剪力設計值836kN。
3.9預應力框架主梁在使用階段的抗裂驗算及撓度控制
當進行正截面抗裂驗算時，支座截面的裂縫控制等級按二級（即一般要求不出現裂縫的構件）考慮。在荷載效應的標準組合下滿足：σck-σpc=2.1N/mm2
對中跨中截面，取樓板與腹板相交進行驗算，計算公式相同，得：
在荷載效應的標準組合下，框架主梁的短期剛度βs=9.721×1014N/mm2，剛度β=Mk(中)βs/[ Mq(中)(θ-1)+ Mk(中)]=5.22×1014 N/mm2，采用結構力學的方法計算跨中的撓度f=42mm，f/LO=1/445，滿足要求。
3.10施工階段的驗算
在施工階段，框架主梁除承受結構自身重量以外，還承受施工活荷載，施工活荷載按2.0Kn/m2考慮，在結構計算中，僅考慮第一批預應力損失。經驗算，滿足規范對施工階段不允許出現裂縫的預應力構件的應力控制要求。在對張拉端進行局部受壓承載力的驗算中，端部承壓墊板厚度為20mm，采用200mm×200mm的正方形，并設置φ10的螺旋筋，內徑180mm，以驗算，局部受壓滿足要求。
4張拉端節點構造處理
預應力筋的孔道采用預埋φ70波紋管實現，預應力筋在梁內按束布置，張拉端采用OVM型夾片錨具系列，非張拉埋入端采用擠壓錨具。張拉并灌漿完畢后，用C30混凝土進行封閉保護，為避免對原結構造成影響，采用外露式柱墩，見圖4，混凝土接口應清理干凈，并沖水潤濕。為保證預應力筋的孔道可以順利通過梁柱節點并準確定位，柱縱筋布置成雙排，在滿足規范要求的前提下，增大縱筋的間距。
5結語
綜上所述，該綜合樓通過以上多種結構的比較、分析與驗算，最終采用大跨度后張法無粘結預應力框架主梁結構，既滿足了業主的要求，為會議室兼小禮堂提供了無梁大空間，同時又符合結構設計經濟實用的原則，因此其結構設計是科學和合理的。
參考文獻：
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