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. 
　　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。
　　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。
　　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、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。
　　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場地土類別：二類場地土③混凝土：C40④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：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.
　　2.3結構內力分析結果荷載作用下彎矩包絡圖，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Ф12＠200板面支座負筋Ф12＠150. 
　　3.1計算簡圖及預應力筋布置
　　（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
　　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，板計算寬度取3.5m，與地震荷載內力分析時等寬度。
　　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（無地震組臺）
　　3.4.1無粘結筋應力設計值
　　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<無地震組合的M‘＝254.9）
　　承載力驗算不起控制作用。
　　4結語

　　4.1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。
　　4.2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！