單層平面索網玻璃幕墻數值風洞風載荷剖析跟著玻璃工藝的提升和大批公共建筑的盛行，單層索網點支承玻璃幕墻以其建筑造型雅觀、構造輕盈纖細、通透性好等優勢在國內外獲取寬泛應用.單層索網構造剛度小、質量輕、阻尼較小，屬于柔性張拉構造，具有較強的幾何非線性，對風載荷較為敏感.支承于主體構造上的框架式幕墻設計中，等效靜風載荷一般可采納陣風因數進行計算.單層平面索網幕墻構造自振周期長，取陣風因數進行風載荷的計算明顯是不合理的.我國《建筑構造載荷規范》中對于風振因數的計算方法合用于高層高聳等線性和弱非線性的構造系統，現行幕墻設計規范對于單層平面索網幕墻系統的風載荷計算并沒有明確規定.[3-4]跟著單層平面索網幕墻構造日漸寬泛的應用，研究其風載荷效應的計算和設計十分重要.本文以索網構造在均勻風載荷作用下抵達均衡地點時的構造參數為基準進行剖析，采納通用有限元軟件進行玻璃-索網系統考慮流固耦合作用的風振響應剖析，比較玻璃-索網系統的風振響應與等效靜風載荷下的反應，剖析比較風載荷效應計算的偏差及其原由，獲取若干存心義的結論.工程概略某大廈主樓及裙房部分的整體俯瞰圖見圖1.該構造為56層高層建筑，最頂部標高為245.2m，底部5層處為裙房.圖中圓圈所示部位為一單層索網構造

.該工程地處江蘇無錫市宜興地域，建筑所處地場所類型為

B類地貌，

50年一遇的基本風壓為

0.45kN/m2

，換算所得均勻風速約為

27m/s.圖1整體俯瞰圖Fig.1Topviewofwholestructure該幕墻高度為24.64m，寬度為26.0m.玻璃采納8mm+8mm的雙層夾膠玻璃，分格列數為17，行數為16.第一列和最后一列的分格尺寸為1750mm×1540mm，中間部分的分格尺寸為1500mm×1540mm.2幕墻玻璃-索網系統計算模型和基本動力特征在風載荷作用下構造剛度會發生變化，單層平面索網構造在風載荷作用下抵達新的均衡地點附近做弱幅振動.采納通用有限元軟件ADINA成立包括玻璃面板、索網、爪件和密封膠等在內的玻璃-索網構造整體計算模型，索網構造采納只拉的桿單元，駁接爪件采納梁單元，密封膠采納殼單元.依據剛度等效原則，8mm+8mm的夾膠玻璃面板能夠等效為一個單片玻璃面板，其厚度te=3t31+t32=32×83≈10mm玻璃質量仍按2×8的實質質量計算.玻璃面板彈性模量取0.72×105Pa；爪件彈性模量取2.06×105Pa；密封膠條彈性模量取3Pa.豎索預拉力為150kN，索徑為36mm，預應力為147.5Pa；橫索預拉力為120kN，索徑為30mm，預應力為170Pa.索網幕墻有限元模型見圖2.此中，每個玻璃面板分為4個計算單元，爪件之間的索段為1個只拉索單元，膠條采納SHELL單元模擬.圖2索網幕墻有限元模型Fig.2Finiteelementmodelofcablenetworkcurtainwall經過動力特征剖析，獲取索網幕墻各振型和頻次，其前8階頻次和振型分別見表1和圖3.表1索網幕墻均勻風壓作用下前8階頻次Tab.1Firsteightorderfrequenciesofcablenetworkcurtainwallunderaveragewindload圖31～8階振型Fig.31～8ordervibrationmodes該構造的動力特征表示構造第一周期為0.464s.對于T1≥0.25s的圍護構造應試慮風振效應.3幕墻玻璃-索網體因數值風洞流固耦合有限元模型3.1數值風洞的有限元模型構造域采納動力計算有限元模型.流體域采納八節點六面體FCBI-C流體單元進行失散，見圖4.針對裙房計算地區采納構造網格進行區分，網格數目約為100萬個，同時對所觀察的幕墻表面進行必定的局部加密，達到重要地區網格精密、非重要地區網格相對略粗的目的，保證在整體網格數量不變的狀況下提升計算精度，節儉計算資源.迎風在失散過程中自動引入，動量方程中速度和壓力的耦合問題采納*****算法解決，計算過程中保證數值求解的收斂性和穩固性，對動量方程和標量輸運方程采納欠廢弛計算.在構造動力響應計算中，索網構造采納Rayleigh阻尼，取第1階和第8階振型為控制振型，阻尼比取0.02.圖4流場網格區分Fig.4Fluidfieldmeshing3.2數值風洞的界限條件及風的模擬以均勻風速為27m/s的風速時程（見圖5）為速度入口，湍流采納均勻風速加上脈動風速.依據達文波特風速譜模擬的風速時程，采納線性回歸濾波器法中的AR模型，經過MATLAB編程模擬脈動風的安穩隨機過程，獲取風速時程[6-7].流體域的左右邊面和頂面采納對稱界限條件，地面采納壁面條件，除索網幕墻部分之外的裙房構造和地面采納無滑移固壁條件.索網幕墻部分為流固耦合界限.圖5風速時程Fig.5Timehistoryofwindvelocity數值風洞剖析結果4.1風載荷體型因數計算統計經過數值模擬能夠直接獲取索網幕墻表面每個節點處的壓力值，而后經過統計可獲取風載荷體型因數.體型因數方向為垂直分塊表面，此中正值表示垂直曲面向內，即壓力；負值表示垂直曲面向外，即吸力.對索網幕墻構造的玻璃面板進行分塊，將原有索網建筑網格區分為17×16的方塊，見圖6.圖6體型因數Fig.6Shapefactors計算所得風壓作用下的最大概型因數值為0.97；而依據規范取值，體型因數取值為1.00.4.2考慮流固耦合作用時程剖析構造響應索網幕墻的位移跟著風速不停變化而發生變化.取加載達成構造振動穩固后的5～26s作為數據統計的時間區間.某時刻索網順風向位移云圖和典型節點的位移時程曲線見圖7，此中最大正位移為0.340m，最大負位移為0.125m，均勻位移為0.170m.a）某時刻順風向位移云圖b）2601節點位移時程曲線圖7位移響應Fig.7Displacementresponse某時刻流固耦合作用下索網幕墻中的索應力云圖見圖

8（a），典型索單元251的索應力時程曲線見圖

8（b），其初始預應力為

170Pa，最大索應力為268Pa，均勻索應力為205Pa.（a）某時刻索應力云圖（b）251單元索應力時程曲線圖8應力響應Fig.8Stressresponse5數值計算結果和比較現行大跨構造常用的風振因數取值方法有內力風振因數和位移風振因數.在工程設計中，等效靜風載荷用靜風載荷與載荷風振因數的乘積表示.構造在脈動風載荷激勵下的風振因數定義為總風力的概率統計值與靜風力的統計值之比.在剖析鑒于響應的風振因數時，用含有必定保證率的最大動響應除以脈動響應的均勻值表示在構造振動沿均衡地點時的顛簸程度[9-10].位移風振因數依據索網上每個有限元節點的時程位移數據進行計算.對有限元模型中每個節點的風振因數進行數理統計可得，索網部分的均勻位移風振因數為1.832，位移最大點2601節點處的位移風振因數為1.855，所以可將位移風振因數取值為1.86.同理也能夠進行內力風振因數的計算：索網部分的內力風振因數均勻值為1.682，內力風振因數最小值為1.471，最大值在典型單元251處為2.050，內力風振因數計算結果失散性較大.按現行規范所規定的等效靜風載荷，位移風振因數為1.86，風載荷體型因數為1.00，計算獲取風壓的標準值為0.8370kN/m2.如按典型節點處應力風振因數為2.05，風載荷體型因數為1.00，計算獲取風壓的標準值為0.9225kN/m2.為剖析風振因數計算的等效靜力風載荷對單層索網玻璃幕墻的合用性，將等效風載荷作用于圖2所示的單層索網幕墻整體計算模型長進行非線性靜力計算，并將計算結果與流固耦合數值模擬計算所得實質風效應進行比較，結果見表2.上述計算表示，不論是按位移風振因數計算，仍是按最大內力風振因數計算，所得計算結果均小于按流固耦共計算的結果.因而可知，對于單層索網玻璃幕墻這種非線性效應較強的構造系統，現行載荷規范[2，5，11]規定的風振因數方法獲取的風載荷效應小于流固耦共計算的結果，將致使偏于不安全的風載荷微風載荷效應計算結果.表2等效風載荷效應與數值模擬風載荷效應比較Tab.2Effectcomparisonofequivalentwindloadandnumericalsimulationwindload造成上述偏差的原由是幕墻的幾何非線性.對于線性構造，效應S與載荷P成比率關系，由效應等效因數β/=β變換為等效載荷β后計算獲取實質效應β，見圖9（a）.圖9位移載荷曲線Fig.9Curveofdisplacementandload對于非線性構造，兩者其實不一致.平面索網幕墻為剛度漸漸加強的非線性構造，假如依據位移效應等效的方法計算獲取風振因數β/=β，變換為等效風載荷β后再進行效應計算，將獲取小于實質非線性位移β的計算位移ρ，見圖9（b）.6結論以實質單層索網幕墻工程為例，進行風致動力響應特征的研究和等效靜風載荷及其計算效應的剖析比較，能夠得出以下結論：（1）單層索網幕墻構造為長周期構造，構造第1自振周期大于0.25s，理論上需要考慮構造的