滁州市鴻泰陽(yáng)光裝飾工程有限公司
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“力”求完美！22米大跨度玻璃幕墻支承結構設計
設計背景：某商業(yè)大跨度玻璃幕墻立面跨度為22m，其中鋼框架支承結構采用了吊柱形式，每根立柱頂端標高一致，立柱底端標高不同。
本文從建筑幕墻的角度闡述了支承結構的設計思路，根據結構靜力分析結果，并結合多本國標、地標幕墻相關(guān)規范，得出撓度限值指標以降低玻璃變形幅度;通過(guò)動(dòng)力特性分析和特征值屈曲分析，結果顯示結構以平動(dòng)振型為主，在恒載和活載的標準組合作用下不會(huì )發(fā)生失穩破壞;最后對銷(xiāo)軸連接進(jìn)行有限元精細化實(shí)體建模分析，確保關(guān)鍵節點(diǎn)滿(mǎn)足承載力極限狀態(tài)下的使用要求。關(guān)鍵詞：玻璃幕墻;特征值屈曲分析;鋼結構;實(shí)體單元 
1、工程概況
項目為某商業(yè)裙房幕墻工程的玻璃盒子鋼結構部分。主體結構類(lèi)型為鋼筋混凝土框架結構，其中與玻璃幕墻支承結構連接的屋蓋部分為鋼框架結構。主體結構建筑高度為39.5m，支承結構位于標高17m與39m之間，跨度最大為22m。該鋼框架支承結構采用吊柱形式，給幕墻設計帶來(lái)了不利影響。建筑幕墻效果如圖1所示。 2、設計思路 一般而言，幕墻立柱的邊界條件為頂部約束XYZ三個(gè)方向的位移，底部只約束XY兩個(gè)方向的位移，通過(guò)吊掛的形式使得幕墻立柱處于受拉狀態(tài)。拉彎構件相比較于壓彎構件，長(cháng)細比容許值提高使得構件在選型時(shí)可以盡量地滿(mǎn)足建筑師的外觀(guān)效果，同時(shí)也避免了正常使用過(guò)程中的壓彎失穩破壞。本文分析的構件為商業(yè)裙樓中玻璃盒子西側立面幕墻的支撐結構，最大跨度為22.5m，根據幕墻分格條件，分別從左至右設置了五根不同截面尺寸、不同長(cháng)度的鋼立柱，五根鋼立柱頂部標高均為為39m，其最大間距達8.8m;水平方向則設置鋼橫梁作為玻璃幕墻中鋁立柱的主要支承構件，其中鋼橫梁間距最大為7.5m。由于鋼立柱吊掛于屋頂主體結構的巨型實(shí)腹式矩形鋼梁上，主體構件的位移勢必會(huì )傳至立柱，此時(shí)鋼立柱將從圍護結構的支承構件轉變?yōu)榕c主體構件協(xié)同受力的壓彎構件。為了適應主體結構變形，鋼立柱頂部與主體巨型實(shí)腹式鋼梁采用銷(xiāo)軸連接，底部采用銷(xiāo)軸連接的同時(shí)在耳板上設置橢圓形長(cháng)孔釋放豎向約束，以避免支承結構立柱承受主體鋼梁的變形。 
根據《建筑結構荷載規范》[1]以及《建筑結構可靠性設計統一標準》[2]的規范條文，對4種荷載工況進(jìn)行相應的組合進(jìn)行分析計算。荷載取值見(jiàn)表1，恒荷載以線(xiàn)荷載的形式直接施加于鋼橫梁上以貼近實(shí)際使用時(shí)的工況特征，地震荷載則采用幕墻規范中動(dòng)力放大系數轉換為靜力荷載，再將其與風(fēng)荷載分別施加于雙向導荷的虛面上。鋼立柱截面尺寸從左至右截面尺寸依次為：矩形鋼管550×300×8×8mm、矩形鋼管550×300×12×12mm、矩形鋼管750×300×20×20mm、矩形鋼管750×300×20×20mm、矩形鋼管550×300×8×8mm，鋼橫梁尺寸均采用矩形鋼管300×400×10×10mm。
圖7為支承結構位于標高34.0m處立柱和橫梁上各點(diǎn)水平坐標與荷載方向位移的曲線(xiàn)。根據圖7分析可得：梁柱節點(diǎn)采用鉸接約束時(shí)，支承結構位移絕對值在水平坐標1.06m至21.3m區間內均大于節點(diǎn)剛接約束時(shí)的位移，且最大位移與最小位移相差為25mm;梁柱節點(diǎn)采用剛接約束時(shí)，支承結構的最大位移與最小位移相差18mm，曲線(xiàn)峰值相較于節點(diǎn)鉸接約束下降更加平緩。位移曲線(xiàn)切線(xiàn)斜率反應在支承構件上就是整體立面幕墻玻璃面板的變形從四周向中心擴散所形成的坡度，在眾多實(shí)際項目中，玻璃面板之間的硅酮密封膠撕裂正是由于面板間位移變化的較大差異導致，因此梁柱剛接的連接方式在降低立面整體變形的同時(shí)，也有效保證了硅酮膠使用過(guò)程中的耐久性。支承結構的桿件采用S3級彈塑性截面，依據《鋼結構設計標準》第3.5.1條受彎構件的截面板件寬厚比等級及限值，左右兩端的鋼立柱壁厚采用6mm即可滿(mǎn)足自身的變形要求，但在節點(diǎn)采用剛接約束后，采用更大壁厚的桿件截面可使荷載產(chǎn)生的外力與桿件剛度產(chǎn)生的抗力匹配得當，以促進(jìn)立柱之間的協(xié)同變形，這在圖7中體現為剛接約束曲線(xiàn)兩端的縱坐標絕對值大于鉸接約束的曲線(xiàn)縱坐標絕對值，即兩端立柱多分配走了外力荷載，使得中間立柱頂部鉸支座的反力減少，提升了鋼框架整體性能。在節點(diǎn)剛接約束的情況下，立柱之間的不同受荷面積勢必導致左右兩根鋼梁產(chǎn)生不平衡彎矩，從圖3、圖4對比分析可知，該彎矩引起了立柱繞自身的扭轉，扭轉弧度為0.00241rad，因此在銷(xiāo)軸支座設計時(shí)需預留釋放扭轉位移的空間。圖5支承結構應力云圖中各立柱最大應力分別為：62.8MPa、67.6MPa、82.8MPa、81.5MPa、67.2MPa，中間向四周逐漸增大的趨勢體現了剛柔并濟設計思路，此處的“剛”指減少幕墻整體立面四周的位移值，“柔”指不過(guò)分加大中間立柱的截面尺寸，與拉索幕墻的設計有異曲同工之處。 作為支承圍護結構的鋼框架屬于位移敏感型結構，外荷載作用下的水平位移是計算時(shí)著(zhù)重考慮的因素。針對大跨度幕墻立柱的撓度限值在相關(guān)規范中差異性較大，此處筆者查閱并列出了與幕墻相關(guān)的國標、地標中撓度限值的條文內容，如表2所示。其中《玻璃幕墻工程技術(shù)規范》[3]、《天津市建筑幕墻工程技術(shù)規范》[4]、《浙江省建筑幕墻工程技術(shù)標準》[5]所列出的立柱變形限值與實(shí)際出入過(guò)大，《鋼結構設計標準》[6]則未考慮玻璃面板間膠縫的變形，《建筑幕墻》[7]、《上海市建筑幕墻工程技術(shù)標準》[8]、《江蘇省建筑幕墻工程技術(shù)標準》[9]比較符合該支承結構立柱變形的限值條件，因此采用撓度df,lim不大于l/500(44mm)進(jìn)行限制立柱的位移，此外支承結構的鋼橫梁最大絕對撓度為34.5mm，也仍然在44mm限值范圍以?xún)取?/SPAN> 
由于結構在動(dòng)力荷載作用下的響應是結構破壞的主要原因，這使得對框架結構進(jìn)行動(dòng)力特性分析意義重大。筆者通過(guò)有限元軟件SAP2000中特征向量法對鋼框架支承結構進(jìn)行模態(tài)分析，同時(shí)根據《建筑抗震設計規范》條文規定分別對自重和附加恒載的系數設置為1.0，對活荷載的系數設置為0.5。本文分別對梁柱鉸接和剛接兩種不同的連接方式進(jìn)行模態(tài)分析，為了滿(mǎn)足計算振型數應使振型參與質(zhì)量不小于總質(zhì)量的90%，這在SAP2000中主要查看SumX、SumY、SumRz數值進(jìn)行判斷，其中鉸接和剛接連接方式的結構分別在第68階振型和第93階振型滿(mǎn)足了SumX、SumY累加值大于0.9。為了便于通過(guò)質(zhì)量參與系數表格中UX、UY和RZ三者之間的關(guān)系來(lái)確定振動(dòng)形式，筆者提取了前9階模態(tài)分析數據如表3所示。
根據圖8、圖9、表3和表4進(jìn)行分析，鉸接模型的前9階振型均表現為平動(dòng)振型，且為結構平面內方向的水平振動(dòng);剛接模型在前9階中也均表現為平動(dòng)振型，但第一、六、七階振型為結構平面外方向的水平振動(dòng)，其余振型均為結構平面內的水平振動(dòng)。由此可見(jiàn)，結構設計過(guò)程中，不同跨度構件所對應的截面尺寸使得結構整體剛度分配相對均勻，未出現以扭轉為主的振型。對比表3與表4第一階振型質(zhì)量參與系數，可知連接節點(diǎn)的不同約束方式改變了結構在第一階的振型，但支承結構的基本振動(dòng)形式未發(fā)生改變。剛接形式下的Rz方向質(zhì)量參與系數相比于鉸接更大，即剛接結構在平動(dòng)振型中有著(zhù)更加明顯的扭轉，這是因為梁柱剛接節點(diǎn)加劇了非軸對稱(chēng)結構的平面外剛度分布不均的情況。鉸接模型的前3階自振周期分別為0.3368s、0.2504s、0.2335s，剛接模型的前3階自振周期分別為0.23256s、0.21122s、0.17209s，所反映出的自振周期符合一般鋼結構的周期特性，且結構剛度隨著(zhù)階數提高而增大，也表明了按照計算模型中邊界條件進(jìn)行實(shí)際工程中支座的設置具有合理性。 3.4 整體穩定性分析 該結構鋼立柱邊界條件為上端固定鉸支座，下端為豎向滑動(dòng)支座，屬于拉彎構件，且在大跨度面外方向主要受風(fēng)荷載作用，為考察結構在拉彎扭的復合受力狀態(tài)下結構的整體穩定性，筆者將此幕墻立面的鋼框架支承結構類(lèi)比于單層網(wǎng)殼結構進(jìn)行計算分析。通過(guò)SAP2000軟件對進(jìn)行特征值屈曲分析，經(jīng)計算在恒載+活載標準組合作用下，臨界荷載系數如表5所示。該支承結構自重及附加恒載通過(guò)立柱上方銷(xiāo)軸支座進(jìn)行傳遞，立柱處于受拉狀態(tài)，來(lái)自于面外的風(fēng)荷載使得所有構件受彎產(chǎn)生壓應力。一般情況下，臨界荷載系數為正值，而表5中臨界荷載系數為負數表示在相反方向的恒載+活載標準組合作用下乘以荷載系數的絕對值時(shí)，結構發(fā)生失穩破壞，也就是相當于立柱從吊掛式變?yōu)樽⑹綍r(shí)，自重及附加恒載使得立柱處于受壓狀態(tài)，結構更易發(fā)生失穩破壞。由此可見(jiàn)，采用吊掛式的支承結構在承載能力極限狀態(tài)下不會(huì )發(fā)生失穩破壞。 
鋼框架支承結構與主體鋼梁通過(guò)銷(xiāo)軸進(jìn)行連接，該銷(xiāo)軸需要傳遞結構的自重、附加恒載和水平風(fēng)荷載，銷(xiāo)軸耳板連接的主要破壞形式為凈截面拉斷破壞、端部截面剪切破壞和孔壁承壓破壞，耳板端距和邊距是影響破壞形式的主要因素[10]。作為結構重要性系數為1.1的結構關(guān)鍵節點(diǎn)，筆者首先通過(guò)《鋼結構設計標準》第11.6小節對銷(xiāo)軸及耳板進(jìn)行簡(jiǎn)化的初步設計，將不同方向的力進(jìn)行矢量疊加后按照公式直接進(jìn)行計算，設計尺寸見(jiàn)圖10(a)。為了研究實(shí)際工況中耳板的受力情況，筆者采用通用有限元軟件ABAQUS對耳板采用C3D8R實(shí)體單元進(jìn)行精細化建模分析，模型見(jiàn)圖10(b);約束鉸支座底座6個(gè)自由度，將底座與耳板設置為綁定約束，且銷(xiāo)軸與耳板設置為無(wú)摩擦接觸，按照實(shí)際受力情況將立柱反力施加于銷(xiāo)軸，見(jiàn)圖10(c);耳板分析結果的應力云圖如圖10(d)所示，且通過(guò)切面查看內部應力，見(jiàn)圖10(e)、(f)。通過(guò)應力云圖分析可得，耳板在合力方向應力最大，且應力沿著(zhù)合力方向逐步擴散減小，洞口處局部應力最大為272MPa;橫切面與豎切面應力云圖中清晰地顯示出應力分布梯度大，耳板兩側和端部的鋼材沒(méi)有充分發(fā)揮強度，滿(mǎn)足該結構的使用要求。
5、 結論 (1)通過(guò)合理設計不同鋼立柱的截面尺寸，可以使得支承結構整體面外剛度分布更加均勻，以避免玻璃由于局部變形過(guò)大導致結構膠耐久性的降低。 (2)根據模態(tài)分析結果，驗證了采用上端固定鉸支座、下端豎向滑動(dòng)支座和梁柱節點(diǎn)剛接邊界條件的支承結構體系具有良好的動(dòng)力特性，具備實(shí)際工程施工的計算依據。 (3)采用吊掛的結構形式不僅降低了立柱截面尺寸，也有效增強了支承結構的整體穩定性，但在施工過(guò)程中需確保立柱不承擔主體鋼梁的豎向力。 (4)耳板的設計尺寸能夠滿(mǎn)足結構在承載力極限狀態(tài)下的使用要求，為重要節點(diǎn)部位保證了安全的冗余度。 作者單位：中建八局裝飾工程有限公司 作者：徐棟 羅永增 徐葉
來(lái)源：2023年會(huì )論文集2023-7-31 16:06:30 瀏覽人次: 1185