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