点支承玻璃幕墙结构设计参考

第一节 概 述

点支式玻璃幕墙（Dot Point Glazing Full Curtain Wail），也有人称作接驳式全玻璃幕墙。它改变了过去着重用玻璃来表现窗户、表现建筑、表现质感、表现体形的传统手法。而是更多地利用玻璃透明的特性，追求建筑物内外空间的交流和融合，人们可以透过玻璃清楚地看到支承玻璃的整个结构系统，使这种结构系统从单纯的支承作用转向表现其可见性。由于这种奇特效果，虽然它诞生到现在只有30多年时间，已广泛应用于各种大型公共建筑。点支式玻璃幕墙在这30多年时间里，自身经历了一个发展和完善的过程，最初是在玻璃四角打好孔后进行强化处理，然后用铜质矩形连接板内外夹住玻璃，并用螺栓加以固定，内侧连接板与金属肋相连，金属肋支承在主体结构上，达到玻璃固定定位，当时点支式玻璃幕墙安装高度曾达到20米以上。70年代在此基础上作了改进，取消了外表面上看得很清楚的铜质连接板，而用在外表面几乎看不清楚的面积极小的平头螺钉，即在玻璃的四角按螺栓的断面形状打孔，在螺孔中塞入园孔形垫圈，螺栓通过垫圈中部的孔，并在螺栓与玻璃平面接触处也衬以平垫圈，使螺栓与玻璃通过垫圈的缓冲作用减少外力（重力、风荷载、地震作用、温度变化）引起的应力集中。80年代又开发了半球状铰接螺栓，它可以自由转动，而且这个特别螺栓的转动中心和玻璃的中心（即厚度的中心）是一致的，它比平式体系有了显著的改进，平式体系由于玻璃的支撑构件都突出于玻璃之外，很容易在连接处产生扭矩，而半球状铰接螺栓则使转动中心与玻璃重心一致，可减少这种效应。后来又开发了称作H（X）形的钢爪，它对每四块玻璃的四个孔洞予以连接，在四个点上分设每块玻璃各自的回转铰，以此来消除外力引起的每块玻璃的部分位移。后来又发展了这一体系，除用H（X）形钢爪支承玻璃外，在竖向每组玻璃中间有一组弹簧承受下面玻璃的荷载。近年来这种点支式玻璃幕墙又向采用中空玻璃的幕墙推广，它要解决的技术难点主要在中空玻璃的细部处理上，为了防止中空玻璃打孔后的漏气问题，在铰接螺栓处插入了一环状金属垫圈，并在与玻璃交接处加上聚异丁烯橡胶片保证密封，同时在玻璃的边沿先用聚异丁烯橡胶片覆盖，然后外面再用铝制的垫片加以保护，最后用硅酮密封胶进行填缝处理。无论采用板状连接或H（X）形钢爪，这些连接件均需支承在主体结构上，当楼层很高时，连接件找不到适当的支承处，就要用钢桁架（玻璃肋）作为连接件的支承处，为此要在楼层内先设置以主体结构为支承点的桁架（玻璃肋），再把连接件支承在桁架（玻璃肋）上。

点连接全玻璃幕墙点连接方式从补钉式到浮头式再到沉头式的发展过程，但它们都有一共同点即在玻璃外表面均有外露连接件，只是外露的形式和大小不同，现在已开发出背栓式点连接全玻璃幕墙，由于背栓式螺栓不穿越玻璃，其背栓扩孔部位在玻璃厚度的约一半处，这样在玻璃的外表面没有任何紧固件的痕迹，看到的是一块完整无缺的玻璃，其艺术效果远远超过浮头(沉头)式。其他方式的连接孔处会发生渗漏，而背栓式螺栓由于未穿过玻璃，玻璃外表面不存在缝隙，所以不会发生渗漏。同时背栓式螺栓未在外表面外露，这就消除了钢螺栓的“冷桥作用”。背栓式螺栓头部扩大部分套有塑料套，塑料套能按建筑师(业主)的要求做成各种颜色，由于背栓式螺栓与玻璃与玻璃孔壁之间垫有塑料垫，两者不直接接触，能有效缓冲背栓与玻璃之间的接触应力。

玻璃厚度为10mm时，背栓孔深6mm，厚度为12mm时，背栓孔深为7mm。通过试验，背栓与玻璃连接部位的抗冲切破坏荷载约为4kN，如材料分项系数K2=2.143，则设计值可取1870N。

国外开发背栓点支式玻璃幕墙背栓螺栓已有多年，但在实际工程中并未得到应用，关键在于玻璃上开孔工艺得不到解决，玻璃上要先打背栓孔再钢化，打孔时留下裂纹在玻璃钢化时会导致玻璃开裂破碎，杭州斯泰公司经过技术攻关，从钻头及钻孔工艺上改进，解决了这一世界难题使背栓点支式玻璃幕墙 （图7-1）成功用于工程。

图7-1a

图7-1b

玻璃上的孔在未钢化前用专用工具打好，再钢化。安装时将背栓插入玻璃上的孔中，收紧螺母，扩头部分的垫片挤入扩头，完成背栓螺栓对玻璃的固定。在桁梁上固定好钢爪，将背栓螺栓装入钢爪的安装长

孔中，调整钢爪位置，达到设计要求后拧紧螺母，将背栓固定在钢爪上，完成玻璃安装。钢爪装在桁架上时为桁架点支式连接玻璃幕墙，钢爪装在张拉索杆结构上时为拉索点支式玻璃幕墙。

随着科学技术不断发展，点支式玻璃幕墙的支承结构从传统的玻璃肋、单梁、金属桁架发展到张拉索杆结构（张拉自平衡索杆结构）。近年来张拉单层索网结构也开始用作点支式玻璃幕墙的支承结构。同时点支式玻璃结构的使用范围也在不断的拓展。 观光电梯井设玻璃幕墙的目的是在电梯上、下运动时观赏室外景色，传统方法是在每块玻璃横向分格处设一道横梁，横梁固定在电梯井两侧主体结构上，横梁承受玻璃自重（将玻璃托起）和玻璃传来的水平作用，并将这些荷载（作用）传递给主体结构，这样每隔1.5~2m就有一道横梁，在电梯高速升降时，电梯内的人面视一根根横梁，会出现感觉不适，例如眩晕、眼花等。于是有些人不得不背向外侧，就失去了观光的意义。现在将点式玻璃幕墙应用到观光电梯井上，问题则迎刃而解，观光电梯正面（人的视觉范围内）不设横梁，而两侧（人的视觉范围以外）横梁不会对观光产生影响。

观光电梯井点式幕墙支承结构有两种方案，第一种方案在电梯井两侧主体结构上每隔一（二）层设一组悬挑梁，悬挑长度一般不宜进入人的视觉范围。在悬挑梁上安装立杆，立杆上安装钢爪，玻璃安装在钢爪上，这样当中一块玻璃（人的视觉范围），从上到下无横梁杆件，不会引起不适感觉（图7-2）。

图7-2

第二种方案每块玻璃横向分格处（一块玻璃高度）设一组悬臂梁，钢爪直接安装在臂梁上，在钢爪上固定玻璃，从视觉效果看两者都能达到目的（图7-3）。

图7-3

热通道（双层）幕墙，一般由内层幕墙（窗）和外层幕墙组成，传统的做法是外层幕墙的（每层）支承点要固定在从楼层外伸的悬挑梁（桁架）上，现在可以采用拉索（杆）点支式玻璃幕墙作外层幕墙（图7-4），张拉索杆结构可锚固在由屋面伸出的悬挑梁和地锚上，这样通道中间就没有每层伸出的悬挑结构。

图7-4

点支式玻璃幕墙上开点支式门（窗）的技术也已解决，现在不需要在点支式玻璃幕墙上安装金属框或金属夹板来安装门（窗）扇，而用点支式折页（抽芯铰链）来安装平开门扇和平开（上悬）窗扇，这样开门（窗）处和整个点支式玻璃幕墙一样通透（图7-5）。

图7-5a

图7-5b

图7-5c

图7-5d

点支式艺术玻璃门是指具有独特艺术风格的玻璃门，在门侧框部位设一宽为600mm的竖向玻璃肋，门

上部设同样宽度，而长度为一个房间开间宽度的水平玻璃框，它由点式配件固定在墙壁上，在门框与两侧墙体间设倾斜的玻璃隔断，它上、下端的水平距离为600mm，竖向玻璃肋与水平玻璃框用点式配件连接，倾斜玻璃隔板用点式配件固定在竖向玻璃肋上，门扇由点式配件安装在竖向玻璃肋上。

第二节 单梁点支式玻璃幕墙

单梁点支式玻璃幕墙（图7-6~8）的金属梁（园管、方管或异形梁）支承在主体结构上，在单梁安装钢爪，面板玻璃四角开孔，用安装在玻璃肋上连接板（钢爪）中的螺栓穿入面板玻璃孔中与连接板（钢爪）紧固。在外表面用铜板作衬垫时为补钉式，用浮头螺栓时为浮头式，用沉头螺栓时为沉头式。当采用沉头螺栓时，面板玻璃厚度不应小于10mm。在钢爪上固定玻璃形成完整的墙面。由于在外荷载作用下单梁的效应随跨度的平方增加，因此只能用于跨度不大的部位。

图7-6a

图7-6b

图7-7a

图7-7b

图7-7c

图7-8

简式点支式玻璃幕墙（图7-9）是一种不用钢爪，而直接将连接件安装在支承结构上的点支式玻璃玻璃幕墙，点式玻璃装配一般在支承结构上安装钢爪，再用浮头、沉头式连接件将玻璃固定在钢爪上。 简式点支式玻璃幕墙立柱（金属园管、方管或异形梁）上焊两个耳子，耳子上开孔，浮头式、沉头式连接件穿入耳子上的孔，将玻璃固定在耳子上，形成简式点支式玻璃幕墙。简式点式玻璃装配雨蓬就是直接在支承结构杆件上焊两个耳子，耳子上开孔，浮头式、沉头式连接件穿入耳子上的孔，将玻璃固定在耳子上，形成雨蓬。

图7-9a

图7-9b 第三节 桁架点支式玻璃幕墙

鱼腹式（三角形）金属桁架点支式玻璃幕墙（ 图7-10~13）是在金属桁架上安装钢爪，面板玻璃四角开孔，钢爪上的紧固件穿过玻璃上的孔，紧固后将玻璃固定在钢爪上，钢爪有H形、X形、I形等，紧固件有浮头式、沉头式，当单层玻璃采用沉头式时，其厚度不能小于10mm。当采用中空玻璃时，有穿透式和不穿透式，穿透式贯穿两层玻璃及空气层，不穿透式固定在内片玻璃上。金属桁架是由杆件组成的格构体系，当荷载只作用在结点上时，各杆只有轴力，截面上的应力分布均匀，可以充分发挥材料的作用，是大跨度结构上常用的支承结构。

图7-10a

图7-10b

图7-10c

图7-11a

图7-11b

图7-11c

图7-12a

图7-12b

图7-12c

图7-13a

图7-13b

还必需指出点支式玻璃结构是指相对于线支式的一切用点支式玻璃结构的形式，不仅是有孔点支承，还经常采用缝夹式或角夹式（ 图7-14~17）。所谓缝夹式是在横梁（立柱）上设夹板（相邻两块玻璃的接缝上设两个或三个夹板）用以固定玻璃，此时玻璃的两条对边上共有四（六）个点将玻璃固定或四边上共有八个点固定。所谓角夹式是在横梁与立柱的交点（也是四块玻璃的交点）上设夹板将玻璃固定，此时玻璃的四角被固定，是典型的四角支承。

图7-14

图7-15

图7-16

图7-17

三角形桁架点支式玻璃幕墙（ 图7-18）是用三角形桁架作点支式玻璃幕墙主支承结构，桁架梁上安装钢爪，钢爪上固定玻璃形成玻璃幕墙，三角形桁架有很好的稳定性，不需要设桁架间支撑，在用于点支式玻璃幕墙时，三角桁架边在外，尖角向内，三边形外边长度等于玻璃分格宽度（减去钢爪的宽度）。三角形桁架间隔设置，即三角形桁架外部为一块玻璃，两三角形桁架间再安装一块玻璃，这样形成的内部空间一块玻璃隔一块玻璃中间没有桁架，形成内部错落的点支式玻璃幕墙。

图7-18a

图7-18b

翼架（桁架）点支式玻璃幕墙，就是在一般桁架上伸出悬臂与斜腹杆，形成与桁架十字交叉的翼架。它的形式多种多样，基本类型有三种：单梁翼架，平面桁架翼架和立体桁架翼架。

1．单梁翼架（ 图7-19）采用型钢和空心园（方）管作主梁，在单梁上布置翼架。翼架一般为三角形， 一根梁上设两个三角形翼架，三角形水平宽度为玻璃宽度，翼架杆固定主梁上，各翼架顶端一般设拉（索）杆支撑，两根杆在交会点相接，在主梁上和翼架顶端安装钢爪，这样一榀单梁翼架上可安装两块玻璃，单梁翼架间隔安装，即两单梁翼架顶端间隔一块玻璃宽度，再安装一块玻璃，在单梁翼架间有一个全敞开的空间，在内部形成一个自由空间。玻璃上的荷载传给翼架，再由翼架传给主梁，实际上翼架是一种次梁。

图7-19a

图7-19b

2．平面桁架翼架（图7-20）的平面桁架一般采用鱼腹形桁架或平行弦桁架，在桁架上弦上向两侧悬挑 翼架上弦，在桁架下弦设斜杆与翼架上弦相交形成翼架，翼架上弦悬挑长度为一块玻璃宽度。在桁架上弦杆和翼架顶端安装钢爪，在钢爪上固定玻璃，这样一榀架桁架上可安装两块玻璃，两翼架桁架间隔一块玻璃宽度，安装一块玻璃，这样的采光顶在两翼架桁架间就有一个自由空间，从桁架下弦逐步过度到自由空间，形成一个层次明显的富有想象力的空间。采光顶用不同高度连接件形成排水坡度。如果在玻璃宽度分格较小时，翼架可做成双跨，两个平面桁架离开一段距离再安装一块玻璃，这块玻璃可以和桁架（翼架）上玻璃等宽，也可以采用比它更宽的玻璃，这样在一榀平面桁架（翼架）上可安装五块玻璃，这时形成的层次丰富的空间更具有特色。鱼腹（平行弦）桁架支承在柱（墙）上是主桁架，翼架是次桁架。翼架承受的作用传给主桁架再由主桁架传至柱（墙）。

图7-20a

图7-20b 3．立体桁架（翼架）（图7-21）的立体桁架一般采用外平、内尖的三角形桁架，上平边一般为一块玻璃 宽度，在上弦两侧向外悬挑翼架上弦，这根上弦可以是一块玻璃宽，也可以是两块玻璃宽，在下弦设斜杆，当翼架上弦长度为两块玻璃宽时，增设一根斜腹杆与翼架上弦杆中间节点相交，这样一榀立体桁架上可安装三块或五块玻璃，两榀立体桁架间隔一块玻璃宽度（它的宽度可以和桁架上玻璃等宽也可以不

等宽），这样从三角形立体桁架底部尖顶逐步坡起，直到无杆件的自由空间，这样从粗犷的桁架，到纤细的翼架杆件，直到无杆件的透明空间逐步过渡，形成一种奇特的意境。

图7-21a

图7-21b

第四节 张拉索杆结构点支式玻璃幕墙

张拉索杆结构点支式玻璃幕墙在我国使用时间虽然不长，但其发展相当迅猛，2003年达到年使用量约80万平方米。我们必须清醒的看到此类结构在国内外出现时间不长，同工程应用相比，理论研究相对滞后，还必须指出对于这种新兴的结构形式，无论是德国、美国、以及其他一些国家的研究机构都没有形成一套成型的理论体系，已建工程的分析、设计一般参照悬索结构或预应力钢结构相关理论，从目前的应用和发展现状看，无论是材料的力学性能，建筑物理性能，还是结构的工作性能、设计理论和分析方法等一系列技术尚待解决。可喜的是我国沈世钊院士、刘锡良院士、吕志涛院士、董石麟院士、李少甫教授、石永久教授、沈其炎教授等及一大批博士后、博士、硕士都对此进行了研究开发，发表了几百篇论文和试验研究报告，特别是清华大学建筑玻璃与金属结构研究所从拉索、连接件到玻璃作了全面系统的研究，发表了系列的研究报告，还有很多幕墙企业、高等院校、科研院所对此进行了研究，取得了一批研究成果，这些成果从各个方面揭示了张拉索杆结构的工作原理，对一些基本概念提出了较为系统的论述，学习和掌握这些成果，对建立张拉索杆结构成套理论和应用体系会有很大推动作用。在系统总结实践经验基础上，对张拉索杆结构深入研究，经过全国有关部门(人员)的努力，已初步建立起适合我国国情、并具有世界先进水平的张拉索杆结构的理论体系和分析计算方法。

张拉索杆结构点支式玻璃幕墙已发展为：一.拉索（杆）点支式玻璃幕墙（图7-22~25）。

图7-22a

图7-22b

图7-22c

图7-22d

图7-23a

图7-23b

图7-23c

图7-24a

图7-24b

图7-24c

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图 图7-25b

图7-25c

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图7-25h 二.单层索网点支式玻璃幕墙（图7-26~7-32）。

图7-26a

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图7-27b

图7-28a

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图7-29a

图7-29b

图7-30a

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图7-31a

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图7-32b

三.张拉自平衡索杆结构点支式玻璃幕墙体系（图7-33~34）。

图7-33a

图7-33b

图7-33c

图7-33d

图7-33e

图7-34a

图7-34b

图7-34c

前两种使用于锚定结构能承受张拉力的建筑，在主体(锚定)结构不能承受张拉力时，使用张拉自平衡索杆结构。同时可用三者中任何二（三）种组合成张拉索杆结构体系。对于层高较高的建筑，往往用桁架作为主支承结构，当桁架按每块玻璃宽度设置（即玻璃全支承在桁架上）时为桁架点支式玻璃幕墙，当桁架按多块玻璃宽度设置时，需在桁架上设置水平拉索（杆），或张拉自平衡索杆结构作为横向支承，在竖向桁架上和水平支承结构上分设钢爪以固定玻璃，即为竖向桁架、水平拉索（杆）或竖向桁架、水平向张拉自平衡索杆结构点支式玻璃幕墙（图7-35~7-38）。当采用水平拉（索）时要注意边柱（伸缩缝处柱）对水平张力的平衡。而水平张拉自平衡索杆结构的水平张力由梭形的自平衡结构中的压杆承担，不传给桁架（柱），桁架（柱）只承担张拉平衡结构索杆的支座反力。

图7-35a

图7-35b

图7-35c

图7-36a

图7-36b

图7-36c

图7-36d

图7-36e

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图7-37b

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图7-38c

张拉索杆结构点连接全玻璃幕墙是将玻璃面板用钢爪固定在张拉索杆结构上的全玻璃幕墙。 它由三 个部份组成：玻璃面板、张拉索杆结构、锚定结构。

张拉索杆结构是跨越幕墙支承跨度的重要构件，张拉索杆结构悬挂在锚定结构上， 它由按一定规律 布置的高张强度的索及连系杆组成。张拉索杆结构起着形成幕墙系统，承担幕墙承受的荷载并将其传至锚定结构的任务。

锚定结构是指支承框架（屋面梁、楼板梁、地锚、水平基础梁等组成），它承受张拉索杆结构传来的荷载，并将它们可靠地传向基础，同时锚定结构也是张拉索杆结构赖以进行张拉的主体。张拉索杆结构要强力拉紧后才能形成幕墙系统，为了获得稳定的幕墙体系，必须施加相当的拉力才能绷紧，跨度越大，所需的拉力就越大，为此就须要有承受相当大反力的锚定结构来维持平衡。张拉索杆结构依托的锚定结构和采用刚性结构幕墙的主体结构的要求是不一样的：采用刚性结构幕墙的主体结构除了使用荷载（结构自重和活、雪荷载）外，只承受由幕墙连结件通过点连结传来幕墙上的水平作用（风荷载、地震作用）和竖向作用（自重）。张拉索杆结构依托的锚定结构除了承受上述作用外，还要承担张拉张拉索杆结构的预应力以及张拉索杆结构受荷后产生的拉力（反推力），这就要求这些锚定结构在主体结构使用荷载和张拉索杆结构拉力共同作用下能满足安全使用，即其承载能力在上述荷载共同作用下，要满足要求，其正常功能（挠度）也要在控制范围之内。JGJ102-2003《玻璃幕墙工程技术规范》规定“主体结构应能承受拉杆体系或拉索体系的预拉力和荷载作用产生的内力”。如果锚定结构在承担使用荷载后，其承载能力不能承受张拉索杆结构的拉力，这样拉索式点连接幕墙就不能施工或要采取加固补强措施。张拉自平衡索杆结构的张力由梭形的自平衡结构中的压杆承担，不传给锚定结构，锚定结构只承担张拉平衡结构索杆的支座反力。

玻璃面板由安装在张拉索杆结构上的钢爪进行固定，作填缝处理后，最终形成幕墙系统。玻璃面板、张拉索杆结构、锚定结构组成幕墙系统。

玻璃面板、张拉索杆结构、锚定结构三者互相依存、互相制约、互相影响。张拉索杆结构要悬挂在锚定结构上进行张拉，才能形成具有固定形状和刚度的桁架。因此，锚定结构除了承受主体结构使用荷载（自重、活荷载、风荷载、雪荷载、地震作用）外，还要承受张拉索杆结构的预拉力以及张拉索杆结构受荷后产生的拉力（反推力）。而且这个拉力相当大，它产生的效应有时甚至会超过使用荷载（作用）的效应，如果在设计建筑物主体结构时，对支承张拉索杆结构的锚定结构不考虑张拉索杆结构拉力产生的效应，

拉索式点连接玻璃幕墙就无法使用（改用刚性桁架），或必须对主体结构进行加固补强（这时可能会影响其建筑效果），同时锚定结构在施工和使用过程中的挠度（变位）等又对张拉索杆结构和面板产生影响，影响张拉索杆结构的有效预应力值（预应力损失值）和张拉索杆结构的形状，从而影响面板的位置和效应，面板的刚度也会影响张拉索杆结构的刚度和稳定。

张拉索杆结构中预应力自平衡包含二种含义:(1)结构本身能够维持预应力自平衡;(2)除了索及压杆外,还需依靠锚定结构才能保正结构处于预应力平衡。

张拉索杆结构的工作状态可分为成形态、预应力平衡态和荷载态。它的基本原理是：索的伸缩和单元构件的运动不断的改变外形，由此产生和改变预应力的分布，使结构时刻处于结构自平衡状态，最后成为稳定的结构状态，并具有足够刚度抵抗外荷载。因此，索杆张力结构中的预应力随着结构成形而产生，它的刚度由预应力提供保证。

张拉索杆结构是柔性的张拉结构，在没有施加预应力之前没有刚度，其形状也是不确定的，必须通过施加适当的预应力赋于其一定的形状，才能成为能承受外荷的结构。在给定的边界条件下，所施加的预应力系统的分布和大小（这是一套自平衡的内应力系统），同所形成的结构初始形状是相互联系的。如何最合理地确定这一初始形状和相应的自平衡预应力系统，就是张拉结构“外形确定”（或更确切地称之为“初始平衡状态的确定”）这一命题要解决的任务，这是张拉索杆结构这种张拉结构设计中的一个关键问题。张拉索杆结构以一系列受拉索为主要承重构件，这些索按一定规律组成各种不同形式的索系，并悬挂在相应的锚定结构上。在锚定结构不能承受张拉索杆结构的张力时可用张拉自平衡索杆结构，这种结构的张力由自平衡杆来平衡，张拉自平衡索杆结构一般为梭形，的压杆用来平衡两侧拉索的张力，我们对张拉自平衡索杆结构的张力平衡要有全面的认识，即在始态它平衡两索的预应力，此时压杆在对称的预应力下是轴心受压结构，而在承受水平作用后，张拉自平衡索杆结构一侧张力增大（要求不能大于索强度设计值），另一侧预张力由于索回缩而逐步损失（要求回缩后的长度不能小于下料长度，即不发生松弛），此时张拉自平衡索杆结构为偏心受压结构。

张拉索杆结构是靠结构变形后产生的拉力来平衡外荷，张拉索杆结构既连结玻璃面板又连接主体结构，既要有足够的（索）变形以平衡外荷，又要求变形不致过大，从而保证玻璃面板和建筑立面的平整性和水密性。

张拉索杆结构由两层索（承力索、稳定索）以及它们之间的联系杆组成，双层索和连系杆一般布置在同一竖向平面内，双层索系要分别锚固在稳固的锚定结构（支承框架、地锚、水平基础梁等）上，这样才可以对体系施加预应力，对索系进行张拉，使索系绷紧；使索内保持足够的预应力，以保证索系具有必要的形状、稳定性。由于存在预应力，两层索一起抵抗水平荷载作用，从而整个索系的刚度得到提高。预应力双层索系是解决张拉索杆结构形状、稳定性问题的一个十分有效途径。

每榀张拉索杆结构在平面内是稳定的，但在平面外是很不稳定的。如果单榀张拉索杆结构侧向之间没有支撑把它们互相连接起来，结构就会因为整体失稳而破坏。为了满足设计要求和保证结构稳定，希望考虑玻璃的作用，也就是把玻璃作为张拉索杆结构的横向支撑。天津大学用有限元分析点式张拉玻璃幕墙结构时，考虑张拉索杆结构比较柔，单独在外荷载作用下，可能表现出非线性特征，但是在和玻璃共同工作时，整体结构有很大刚度，在荷载作用下，整体结构为线性特征。此外还根据结构受力和计算模型特点采用了如下假定：

1、玻璃板之间仅在角点处铰接，板边缘不连接； 2、忽略夹具和玻璃之间垫片在受荷载后的变形；

3、结构仅受结构荷载作用，单元结构荷载根据单元所受荷载按静力等效原则转换。

为了分析玻璃参加整体工作对整体结构刚度的影响，图7-39所称四种情况，四种情况玻璃均采用 12mm厚，每块玻璃1.5m×1.5m，拉杆直径φ14，撑杆直径φ30，设计面荷载2KN/m2，四种情况的分格和预拉力等如下：

图7-39

a、4*4分格，跨度6.4m，幕墙总厚度200mm，预拉力20KN； b、4*4分格，跨度6.4m，幕墙总厚度400mm，预拉力20KN； c、6*6分格，跨度9.6m，幕墙总厚度600mm，预拉力30KN； d、6*6分格，跨度9.6m，幕墙总厚度400mm，预拉力35KN。 分析结果如表7-1。

表7-1考虑和不考虑玻璃作用时结构侧向挠度比较 结构 是否考虑玻璃板的作用 挠度（mm） 增加倍数 11.92 是 A 2.76 32.91 否 4.65 是 B 2.78 12.92 否 10.2 是 C 2.27 23.14 否 17.74 是 D 2.41 42.75 否 考虑玻璃的作用不仅能够成倍增加结构的侧向刚度，而且还可以改善张拉桁架中杆件中的应力，由于玻璃参加工作，张拉桁架的内力有以下几点改善：

1、玻璃参加整体工作使拉杆中的最大拉应力有较大幅度的减少。

2、由结构A的两种情况的比较，玻璃参加整体工作，使拉杆在施加一定水平的预应力后，在荷载 作用不会松驰，即在保证拉杆不松弛的前提下，考虑玻璃的作用比不考虑玻璃的作用，拉杆中施加的预应力要低。

3、由于玻璃板有极大的面内刚度，面内应变极小，这使得上弦拉杆的应力变化很小，（a、b中拉杆的预应力均为130Mpa，c中拉杆的预应力均为195Mpa，d中拉杆的预应力均为227.5Mpa），这样就可以把上弦杆铰应力水平降得很低，对施工和周围结构都有利，并且纵向的上弦杆将有很大的应力富裕来传递玻璃板的自重。

此时玻璃将不可避免地要参与张拉索杆结构体系的工作，成为索系的分布结构，而玻璃会由于附加内力而破坏，一旦玻璃破碎，张拉索杆结构体系将失稳，清华大学建筑玻璃与金属结构研究所对清华大学游泳馆张拉索杆结构的分析，当取4列（分别用A、B、C、D表示），6行（分别用1、2、3、4、5、6表示）计算简图（图7-40），当玻璃成为刚架间的侧间支撑，则刚架间可以不用附加侧间支撑。分析表明如果在使用中发生玻璃破碎，在某块玻璃破碎后构成的几何形状为几何不变体系，则结构是稳定。一旦中部的玻璃破碎，无论是两块或多块玻璃破碎，结构都要丧失稳定而倒塌。同时在结构没有丧失稳定性的几种情况中，玻璃的应力是非常大的，在使用过程中不能保证玻璃不发生破碎，即这几种情况也是很

不可靠的。

图7-40

玻璃对刚架稳定性的影响 表7-2 序号 1 1 3 4 5 6 7 8 9 玻璃缺损情况 B列全无 A列全无 A2无玻璃 B2无玻璃 B4下及B5下无玻璃 上（下）片全无 1行全无 6行全无 5行及6行的上片无玻璃 结 论 结构不稳定 结构不稳定 结构不稳定 结构不稳定 结构不稳定 结构稳定 结构稳定 结构稳定 结构稳定 因此在考虑张拉索杆结构方案时，对是否考虑玻璃参与索系工作，应权衡两方面利弊，作出综合评估后决定。

张拉索杆点支式幕墙除自重外还要承受风荷载和地震作用。GB50009《建筑结构荷载规范》规定当计算围护结构时： Wk=βgzμzμsW0 (7-1)

以上计算只考虑了平均风对结构静力作用，实际上风具有明显的阵性，即其速度是脉动的，它对结构的作用是动力的，在阵风作用下结构将产生振动。由于张拉索杆结构属柔性支承体系，在风荷载作用下易产生较大的变形和振动，如何确定动态风荷载对张拉索杆结构位移和内力的影响是一个必须正视的问题。白云机场张拉索杆结构三种结构方案，静力分析结果表明，均能满足内力和变形要求，且差别不大，最终方案的选择取决于动力性能。研究结果表明，结构风振性能不仅与来流的脉动特性有关，还与结构自身的振动特性有关，因此在进行风振分析前有必要对幕墙支承结构的自振频率和振型作适当探讨。张拉索杆结构的动力响应可简化采用风振系数来计算，风振系数可定义为结构在风荷载作用下的可能最大响应与平均风最大响应之比。由于张拉索杆结构的响应与荷载呈非线性关系，所以对于张拉索杆结构而言，定义荷载风振系数在理论上是不正确的，而应该确定结构响应的风振响应。白云机场张拉索杆结构按上述定义的风振系数如下表：

钢桁架 张拉索杆结构

位移 内力 位移 内力 方案二 2.0 1.7 2.2 1.4 方案三 1.4 1.6 1.4 1.2

地震是一种突发性自然灾害，目前科学技术还达不到控制地震发生的水平，但是可以预防和减轻地震灾害。人类在长期与地震灾害的斗争中，积累了丰富的经验，随着科学技术的发展，人们通过地震台站网监测纪录和现场调查，积累了不少地震资料，对这些资料的分析和经验总结，人们对地震作用规律有了初步认识。

GB50011《建筑抗震设计规范》规定计算非结构构件时：F=υηζ1ζ2αmaxG （7-2）

JGJ102-2003《玻璃幕墙工程技术规范》规定qek=βEαmaxGk （7-3） βE =υηζ1ζ2 =5.0 （7-4） 非结构构件的地震作用，除自身质量产生的惯性力外，还有地震时支座间相对移位产生的附加作用，二者需同时组合计算。

北京工业大学、上海同济大学对振动台试验纪录分析，玻璃的应力比按JG102—96公式计算结果大5倍以上，这是由于规范公式只计算了幕墙自身质量产生的地震作用，在计算主体结构时将幕墙的自重施加给主体结构，而计算幕墙时假定幕墙是一个的脱离体，而实际上幕墙不是一个的脱离体，而是与主体结构连成一个整体，主体结构也会对幕墙产生影响，即需考虑主体结构与幕墙的动力相互作用。东南大学的研究进一步提出了点支式幕墙-结构动力耦合效应，指出：结构刚度、幕墙系统刚度以及地面运动频率是幕墙动力响应的主要影响因素。点支式幕墙对结构传来的振动既可能放大也可能削弱。只有当幕墙系统刚度极大时，幕墙的振动才与结构保持同步。结构自振频率接近于地面运动频率时，幕墙加速度放大系数最小。地面运动频率接近幕墙自振频率时，幕墙系统将放大结构传来的振动，当幕墙系统与结构自振频率均较大时，幕墙系统引起的地震作用最大，当幕墙系统与结构自振频率较小时，幕墙系统引起也较小，在计算幕墙系统地震作用时，要考虑幕墙-结构动力耦合效应。简化计算可采用加速度放大系数来计算，即：

qE=γβEαmaxGAK (7-5) 式中：加速度放大系数γ取1.5~3.0 βE取5.0 《建筑抗震设计规范》（GB50011）采用二阶段设计实现上述三个个水准的设防目标，第一阶段是承载力验算，取第一水准的地震动参数计算结构的弹性地震作用标准值和相应的地震作用效应，采用《建筑结构可靠度设计统一标准》（GB50068）规定的分项系数表达式进行结构构件的截面承载能力的验算，这样，既满足了在第一水准下具有必要的承载能力可靠度，又满足第二水准的损坏可修的目标。对大多数的结构，可只进行第一阶段设计，而通过概念设计和抗震构造措施来满足第三水准的设计要求。 第二阶段是弹塑性变形验算，对特殊要求的建筑，地震时易倒塌的结构以及有明显薄弱层的不规则结构，除进行第一阶段设计外，还要取第三水准的地震动参数进行结构薄弱部位的弹塑性层间变形验算,并采取相应的抗震构造措施，实现第三水准的设防要求。 对于第二水准，《建筑抗震设计规范》一般不要求进行验算，仅作为控制破坏程度加以叙述。 张拉索杆结构承载能力极限状态验算时，荷载分项系数风荷载取1.4、地震作用取1.3。荷载（作用）效应组合取1.0W+0.5E 。当进行正常使用极限状态验算时，荷载分项系数取标准值进行验算。 JGJ102-2003《玻璃幕墙工程技术规范》规定：“张拉杆索体系的预拉力最小值应使拉杆或拉索在使用荷载下不松弛并保持一定的预拉力储备”。 张拉索杆结构的预应力是其生命， 张拉索杆结构预应力的建立是张拉索杆结构获得必要的结构刚度 和形状稳定的必要措施。所谓预应力，一般指结构在承受外荷载前预先在结构中建立的初始应力。张拉索杆结构中的预应力是克服拉索初始缺陷长度（Lack of fit）产生的。所谓初始缺陷长度就是拉索的实际长度小于工作状态下几何长度，这一差值即为初始缺陷长度。施加预应力的过程，实际上是将具有初始缺陷长度的拉索通过张拉设备而使其强迫就位的过程。预应力产生的本质不是外力，而是初变位。由于传统的分析方法是将拉索的预张力作为外力参与结构分折，从而导致设计人员普遍认为结构中的预应力是外力的错误概念。预应力的数值应根据张拉索杆结构在各种可能的荷载情况下，任意一根钢索都不发生松弛，且保持一定大小的张力储备的原则，在实际设计中需要结合受载计算，经过试算、调整来确定。

张拉索杆结构中的预应力必须通过结构自身变位条件来维持，如果说张拉拉索是产生预应力的外在因素的话，那么能够通过变形协调条件来维持预应力的存在是产生预应力的内在因素。静定结构的内力可直接求解平衡方程得到，变位协调条件与杆件内力无关，这种性质决定了静定结构不能作为预应力结构。相比之下，超静定结构却不相同，超静结构杆件内力并不由平衡条件唯一确定，同时还取决于变形协调条件，这种性能决定了张拉索杆结构是预应力结构，同时又是超静定结构，这是维持张拉索杆件结构预应力在结构形式方面的要求。

张拉索杆结构的钢索不同于其他类型幕墙杆件，幕墙立柱在连接处切断后用芯管连接, 立柱在连接处调可用芯管调节温度变化后杆的伸长（缩短）。索在温度变化时杆会伸长(缩短),ΔL＝L*α*ΔT，ΔT取使

用阶段最高（低）气温与安装时温度差值。σT=α·E·ΔT , 索由于施加预应力使索绷紧,如果产生负温差将使索进一步缩短,即在预应力基础上添加温差应力,要使σ=σPO(I)+ σT≤fS ,如果产生正温差,将使钢索伸长放松，为保证索不松弛，要求正温差产生伸长量不得大于索由预应力产生的预计伸长值（初始

000

缺陷长度）。例如：L0=20000mm，安装时为30C,使用时为0C, ΔL＝-30C ，σ

-55222

T=1.8*10*1.5*10*30=81N/mm 如果索的张拉控制应力值取0.2fPTK fPTK=1250N/mm 则σcon=250N/mm

22 2 22

σL1=15N/mm σL2=12.5N/mmσL3=7.5 N/mmσPO(I)=250-15-12.5-7.5=215 N/mm,σ=215+81=296N/mm

200

＜1250/2.143=583.3N/mm ； 如果安装时为0C 使用时为30C 索伸长 ΔL＝

-55

20000*1.8*10*30=10.8mm,索由于施加预应力预计伸长量ΔL＝250*20000/1.5*10=33.3mm＞10.8mm,索不会松弛.

由于最大温差与最大水平作用同时发生的概率非常少,且其与预应力的组合的关系不同,因此只要温差效应与预应力的组合应力不大于索强度设计值,温差效应产生的索伸长量小于索由于预应力产生的预计伸长量,在效应组合时,不考虑温差效应.

张拉索杆结构的预应力在抗震设计时，按抗震设计的三水准设防来评估：

A． 第一水准（众震）烈度。取重现周期为50年、超越概率为63%的地震作用。此时结构处于弹性 状态。地震作用过程结束，结构将恢复原状，其地震作用引起的内力和变形消失；由于主体结构恢复原状对拉索的影响消失（索自行恢复原张拉状态即保持预定张拉预应力）。

B． 第二水准（设防）烈度。取重现期为474年、超越概率为10%的地震作用。此时结构进入弹塑 性阶段，但能修复使用。如果锚定结构有残余变形使索伸长（缩短）而影响索预应力，当采用可调索头时，在修复时可补充张拉到预定张拉预应力值。

C． 第三水准（罕遇）烈度。取重现为1600~2500年、超越概率为2~3%的地震作用。此时建筑严重 破坏，但能避免倒塌，此时幕墙必然严重破坏，已无修复可能。

根据以上分析，地震作用对拉索预应力的影响：第一水准烈度对拉索预应力没有明显影响，第二水准（设防）烈度，地震影响在使用可调索头时，可将预应力补充张拉到预定值，即可恢复原定要求，第三水准烈度，主体结构和幕墙会严重损坏，考虑索的预应力已无意义。

还须指出索的预应力对水平作用产生的索的承载能力不会产生影响,即施加了预应力的索与未施加预应力的索的承载能力是相同的,加了较大预应力的索和加了较小预应力的索的承载能力是一样的。这样,预应力不参加荷载（作用）效应组合.

张拉索杆结构的稳定与预应力控制是张拉索杆结构设计、施工技术中的关键问题。张拉索杆结构和一般钢桁架不一样，从静力学角度分析，“Maxwell原理”指出：对有j个结点的结构体系必须有： b≥3j-6个杆件才能使其成为几何不变体系，但是C.R.Calladine指出：存在小于“Maxwell原则”要求杆件数的稳定体系。这个体系保持几何稳定的特征是：1、结构可以发生无穷小机构运动；2、至少存在一个预应力模态，存在可刚化的自应力平衡体系。当此类结构中的杆件长度即将发生改变时，就会在节点上产生不平衡力，该不平衡力能使节点具有恢复初始位置的趋势，使结构趋于硬化，这种具有一阶无穷小机构刚度的结构处于稳定状态。

Timsheko 和 Young 提出了确定结构体系的二个重要参数m和s , m和s分别由平衡矩阵的秩确定。即： m=3j-6-r s=b-r

上述二式可写为平衡矩阵的秩，m（≥0）为位移模态或机构数，s（≥0）为自应力模态数。当m=0时结构动定，当s=0时结构静定。

目前结构的体系分类主要基于平衡矩阵来确定。实际上，“Maxwell原则”是结构在线性条件下处于几何不变的必须条件，而例外的情况在非线性条件下成立。一般钢桁架的稳定是靠其几何形状（例如“三角形稳定性”）和截面几何特征（截面积和壁厚）来实现的。张拉索杆结构即使均由三角形所组成，索截面也很大，不进行预应力控制也无法实现稳定。张拉索杆结构是柔性张拉结构，在没有施加预应力之前没有刚度，其形状也是不确定的，必须通过施加适当的预应力赋予其一定的形状，才能成为能承受外荷的结构。但不能认为预应力满足了始态的要求就算完成了任务（要满足始态的力系平衡，只要施加不太大的预应力就可以了），还要求预应力系统在终态（即张拉索杆结构承受最大设计水平作用时），任意一根索都不发生松弛，且保持一定大小的张力储备。

预应力控制贯穿在施工阶段和使用阶段的全过程。张拉索杆结构不仅要分析结构在使用阶段的受力

特性，而且要考虑结构在施工阶段的力学问题，从一定意义上讲张拉索杆结构施工阶段的受力分析可能较使用阶段更重要。在施工过程中，如何按设计要求将预应力建立起来是结构成败的关键。工程施工中如何分析和计算由于施工设备、工艺水平、技术经济等方面的因素出现的力学问题显得非常重要，因此对张拉索杆结构进行全过程设计是非常必要的。

我们讨论预应力时一定要分清预应力张拉控制应力值σcon和有效预应力值σpo。虽然两者紧密相关，实际上可以说是相互依存的，但严格的区分，两者并非同义语，而有不同的内涵。因为钢索在张拉时所建立的预应力，从构件开始制作直到安装、使用各个过程不断降低，实际上这种应力值损失就是由于钢索回缩变形引起的，所有预估的预应力损失发生后，钢索中的应力降低到预估的最低值，就是有效预应力，即 σpo=σcon-ΣσL 。预应力张拉控制应力值和有效预应力值对张拉索杆结构的力系平衡都有十分重要的影响，要分别评估。张拉索杆结构在承受最大设计水平作用后，要求承力索截面最大设计应力值应等于或小于钢索强度设计值；稳定索截面的应力值应大于或等于零(即稳定索索长大于或等于下料长度，这时钢索不会发生松弛)。特别要指出张拉索杆结构点支式玻璃幕墙要承受正风压和负风压，即承力索和稳定索角色要互换，这样每一根索的截 面应力都要控制在这个范围内。有效预应力值基本上随预应力张拉控制应力值同时(不一定同步)增减。因此确定预应力张拉控制应力值是首要的任务。对张拉索杆结构钢索预应力张拉控制是在预估各种预应力损失的基础上，在张拉时选择适当的预应力张拉控制应力值，预应力张拉控制应力值要根据作用在张拉索杆结构上的作用和钢索材料特点等多方面因素综合考虑后选用。

预应力张拉控制应力值决定了钢索的下料长度，这一长度是衡量张拉索杆结构变位后稳定索是否松弛的基准（即在张拉索杆结构变位后稳定索索长缩短的极限为不能小于钢索下料长度）。 预应力张拉控制应力值也是建立有效预应力值的基础。有效预应力值对张拉索杆结构的变形有直接影响，它们成反比例关系，有效预应力愈大，张拉索杆结构变形愈小，反之变形愈大。提高有效预应力值是减少张拉索杆结构变形、提高其刚度的重要手段。如果有效预应力太小，张拉索杆结构很快变位到稳定索松弛而失稳。不过有效预应力过大，就会增加锚定结构的负担，使主体结构构件截面加大，增加主体结构的造价，有时甚至可能使主体结构不堪负担。

调整（增大、减少）钢索截面对张拉索杆结构的刚度、稳定会有影响，但影响不大，且不经济，决定因素还是预应力控制。

索截面对张拉索杆结构稳定的影响 表7-3

A σCON 0.91×26.35=24 mm2 0.17*12900.16*1290=219.3 =20 45 45 σL1 11 10.3 σL2 163.3 151.1 σP0(II) f(C) 1.34 1.24 30.2 27.9 σL3 0 0 σL4 11.3 11.3 σL5 97.5 94.5 ΣσL 121.8 111.9 σP0 H0(X) 2836 2609 q0 3.5 326.1 EAL2/24 11520 11520 L0 8246.2 8246.2 10.05 9.5 ΛL L1 8236.15 8236.7 HL(X) 13907 13900 TL(X) 14335 14328 597.3 596.99 σ(X) HLK(X) 10072 10041 f 1 .02 1.0231 0.02 0.0231 Δf 1/400 1/346 Λf/L f1 0.98 0.9769 L2 8236.6 8235.1 9.82 σ2 松弛 26.35 mm2 0.15*1290=193.5 45 9.7 138.8 1.23 27.7 0 11.3 93.7 99.8 2551 318.8 128 8246.2 8.9 8236.3 13935 143 5.12 10085 1.0186 0.0186 1/430 0.9814 8237.3 0 0.16*1290=206.4 45 10.3 151.1 1.34 30.2 0 11.3 96.8 109.6 2802 350.3 128 8246.2 9.5 8236.7 13939 14368 5.28 10087 1.0184 0.0184 1/435 0.9816 8237.4 15.3 1.2×26=31.62 mm2 0.132*1290.16*12900=170.3 =206.4 45 45 8.5 10.3 116.8 151.1 1.19 1.57 26.8 35.3 0 0 11.3 11.3 91.6 101.9 78.7 104.5 2414 3206 301.8 400.8 15177.6 15177.6 8246.2 8246.2 7.8 9.5 8236.4 8236.7 13988 13933 14419 14424 456 456.16 10109 10112 1.0162 1.0159 0.0162 0.0159 1/494 1/503 0.9838 0.9841 8238.4 8238.6 0 41.47 1.5×26.35=39.53mm2 0.11*1290 0.16*1290 =141.9 =206.4 45 45 7.1 10.3 .8 151.1 1.14 1.92 25.7 43.3 0 0 11.3 11.3 92.3 109.9 49.6 96.5 1902 3701 237.8 462.6 174.4 174.4 8246.2 8246.2 6.5 9.5 8239.7 8236.7 14041 14084 14473 14517 366.13 367.24 10131 10163 1.014 1.0108 0.014 0.0108 1/570 1/751 0.986 0.92 8239.5 8241.0 93.86 松弛 2×26.35=52.7mm2 0.1*12900.16*1290 =129 =206.4 45 45 6.5 10.3 77.5 151.1 1.28 2.26 28.8 55.4 0 0 11.3 11.3 91.6 122 37.4 84.4 1912 4315 239 539.4 25296 25296 8246.2 8246.2 5.9 9.5 8240.3 8236.7 14112 14152 146 14588 276.02 276.81 10167 10197 1.0104 1.0074 0.0104 0.0074 1/769 1/1081 0.96 0.9926 8241.2 8242.6 19.65 128.79 钢索的弹性模量对张拉索杆结构的稳定和刚度有两方面影响，弹性模量小，钢索伸长量大，可以减少下

料长度，可延缓稳定索松弛。相反小的弹性模量会增加张拉索杆结构变位，使稳定索加快回缩。因此必

须权衡两方面利弊，选用适当弹性模量的钢索。

各种不同弹性模量钢索效应对照表 表7-4

1 2 3 4 5 6 7 8 9 10 11 12 13 14 15 16 17 18 19 20 21 22 23 24 25 26 27 28

E σcon σL1 σL2 σpo（I） H（I） f（c） σL3 σL4 σL5 ΣσL σpo Ho（x） qo EAL2/24 Lo ΔL L1 HL（x） TL（x） σ（x） HLk（x） F Δf Δf/L f1 L2 σ2 1.8×105 206.4 45 10.3 151.1 12 1.34 30.2 0 11.3 96.8 109.6 2802 350.3 128 4123.1 4.7 4118.4 13939 14368 5.28 10.087 1.0184 0.0184 1/435 0.9816 4118.7 13.10 1.5×105 206.4 37.5 10.3 158.6 9355 1.41 26.4 0 9.4 83.6 122.8 3139 392.4 100 4123.1 5.7 4117.4 13.882 14309 3.04 10.063 1.021 0.021 1/381 0.979 4118.1 25.47 1.2×105 206.4 30 10.3 166.1 9786 1.48 22.2 0 7.5 70 126.4 3231.2 403.9 8432 4123.1 7.1 4116 13.786 14210 539.28 10.018 1.0255 0.0255 1/314 0.9745 4117 29.10 10×105 206.4 25 10.3 171.1 10.04 1.52 19 0 6.3 60.6 12 3231.2 403.9 7026.7 4123.1 8.5 4114.6 13.691 14112 535.56 9.971 1.03 0.03 1/267 0.97 4115.9 31.53 第五节 点支承幕墙构造设计 《玻璃幕墙工程技术规范》JGJ102-2003对点支承幕墙构造设计规定如下： 一．玻璃

1.点支承幕墙一般情况下四边形玻璃面板可采用四点支承,有依据时也可采用六点支承；三角形玻璃面板可采用三点支承。玻璃面板支承孔边与板边的距离不宜小于70mm。点支承幕墙一般情况下采用四点支承，相邻两块四点支承板改为一块六点支承板后，最大弯矩由四点支承板的跨中转移至六点支承板的支座且数值相近，承载力没有显著提高，但跨中挠度可大大减小，所以，一般情况下可采用单块四点支承玻璃。当挠度够过大时，可将相邻两块四点支承板改为一块六点支承板。

点支承幕墙面板采用开孔支承装置时，玻璃板在孔边会产生较高的应力集中，为防止破坏，孔洞距板边不宜太近，此距离应视面板尺寸、板厚和荷载大小而定，一般情况下孔边到板边的距离有两种方法：一种孔边距不小于70mm；另一种是按板厚的倍数规定，当板厚不大于12mm时，取6倍板厚，当板厚不小于15mm时，取4倍板厚。这两种方法的限值是大致相当的。孔边距为70mm时可以采用爪长较小的200系列钢爪支承装置。

2．采用浮头式连接件的幕墙玻璃厚度不应小于6mm；采用沉头式连接件的幕墙玻璃厚度不应小于8mm。点支承幕墙采用四点支承装置，玻璃在支承部位应力集中明显，受力复杂，因此，点支承玻璃的厚度应具有比普通幕墙更严格的基本要求。安装连接件的夹层玻璃和中空玻璃，其单片厚度也应符合上述要求。

3．玻璃之间的空隙宽度不应小于10mm，且应采用硅酮建筑密封胶嵌缝。玻璃之间的缝宽要满足幕墙在温度变化和主体结构侧移时玻璃互不相碰的要求；同时在胶缝受拉时，其自身拉伸变形也要满足温度变化和主体结构侧向位移使胶缝变宽的要求，因此胶缝宽度不宜过小。有气密和水密要求的点支承幕墙的板缝，应采用硅酮建筑密封胶。

4．点支承玻璃支承孔周边应进行可靠的密封。当支承玻璃为中空玻璃时，其支承孔周边应采取多道密封措施。为便于装配和安装时调整位置，玻璃板开孔的直径稍大于穿孔而过的金属轴，除轴上加封尼龙套管外，还应采用密封胶将空隙密封。

中空玻璃的干燥气体层要求更严格的密封条件，防止漏气后中空内壁结露，为此常采用多道密封措施，

国外也有采用空缝金属夹持中空玻璃的方法，避免在中空玻璃上穿孔。

5．四角点支承实际点支承面板周边有外挑部分，设计时允许考虑其有利影响。 二．支承装置

1．支承装置应符合《点支式玻璃幕墙支承装置》JG138的规定，JG138给出了钢爪式支承装置的技术条件，但点支承玻璃幕墙并不局限于采用钢爪式支承装置，还可以采用夹板式或其它形式的支承装置。 2．支承头应能适应玻璃面板在支承点的转动变形，支承面板受弯后，板的角部产生移动，如果转动被约束，则会在支承处产生较大的弯矩，因此支承装置应能适应板角部的转动变形，当面板尺寸较小、荷载较小、角部转动较小时，可以采用夹板式和固定式支承装置；当面板尺寸大、荷载大面板转动变形较大时，则宜采用带转动球铰的活动式支承装置。

3．支承头的钢材与玻璃之间宜设置弹性材料的衬垫或衬套，衬垫和衬套的厚度不应小于1mm。根据清华大学的试衬验资料，垫片厚度超过1mm后，加厚垫片并不能明显减少支承头处玻璃的应力集中；而垫片厚度小于1mm时，垫片厚度减薄会使支承处玻璃应力迅速增大，所以垫片最小厚度取为1mm。 4．除承玻璃面板所传递的荷载或作用外，支承装置受不应兼作他用。点支承幕墙的支承装置只用来支承幕墙玻璃和玻璃承受的风荷载或地震作用，不应在支承装置上附加其它设备和重物。 三．支承结构

1．点支承玻璃幕墙的支承结构宜单独进行计算，玻璃面板不宜兼做支承结构的一部分。复杂的支承结构宜采用有限元方法进行计算分析。点支承幕墙的支承结构可有玻璃肋和各种钢结构。面板承受直接作用于其上的荷载作用，并通过支承装置传递给支承结构。幕墙设计时，支承结构单独进行结构分析，一般不考虑玻璃面板作为支承结构的一部分共同工作，这是因为玻璃面板带有胶缝，其平面内受力的结构性能还缺少足够的研究成果和工程经验，所以规范暂不考虑其对支承结构的有利影响。 2．玻璃肋可按JGJ102-2003规范第7.3节的规定进行设计。

3．支承钢结构的设计应符合现行国家标准《钢结构设计规范》GB50017的有关规定。 4．单根型钢或钢管作为支承结构时，应符合下列规定： 1) 端部与主体结构的连接构造应能适应主体结构的位移；

2)竖向构件宜按偏心受压构件或偏心受拉构件设计；水平构件宜按双向受弯构件设计，有扭矩作用时，应考虑扭矩的不利影响；

3)受压杆件的长细比λ不大于150；

4)在风荷载标准值作用下，挠度限值df lim宜取其跨度的1/250 计算时，悬臂结构的跨度可取 其悬挑长度的2倍。

单根型钢或钢管作为竖向支承结构时，是偏心受拉或偏心受压杆件，上、下端宜铰支承于主体结构上，当屋盖或楼盖有较大位移时，支承构造应能与之相适应，如采用长园孔、设置双铰摆臂连接机构等。 构件的长细比λ可按下式计算：

λ=l/i （7-6） i=(I/A)1/2 (7-7) 式中： l—支承点之间的距离（mm）； i—截面回转半径 （mm）； I—截面惯性矩 （mm4）； A—截面面积 （mm2）。 5．桁架或空腹桁架设计应符合下列规定：

1）.可采用型钢或钢管作为杆件。采用钢管时宜在节点处直接焊接，主管不宜开孔，支管不应 穿入主管内；

2） 钢管外直径不宜大于壁厚的50倍，支管外直径不宜小于主管外直径的0.3倍。钢管壁厚不

宜小于4mm ，主管壁厚不应小于支管壁厚；

3） 桁架杆件不宜偏心连接.弦杆与腹件、腹杆与腹杆之间的夹角不宜小于300； 4） 焊接钢管桁架宜按刚接体系计算，焊接钢管空腹桁架应按刚接体系计算；

5） 轴心受压或偏心受压的桁架杆件长细比不应大于150；轴心受拉或偏心受拉的桁架杆件长

细比不应大于350；

6） 当桁架或空腹桁架平面外的不动支承点相距远时，应设置正交方向上的稳定支撑结构； 7） 在风荷载标准值作用下，其挠度限值df，lim宜取其跨度的1/250。计算时，悬臂桁架的跨度

可取其悬挑长度的2倍。

钢管桁架可采用园管或方管，目前以园管为多。有关钢管桁架节点的构造规定是参照《钢结构设计规范》GB50017和国内的工程经验制定的，以保证节点连接质量和承载力，在节点处主管应连续，支管端部应按相贯线加工成形后直接焊接在主管的外壁上，不得将支管穿入主管壁内。

美国API规范规定d/t大于60时，应进行局部稳定计算，结合目前国内实际采用的钢管规格，规范要求d/t不宜大于50。此处，d为钢管外径，t为钢管壁厚。

主管和支管或两支管轴线的夹角不宜小于300，以保证施焊条件和焊接质量。 钢管的连接应尽量对中，避免偏心。当管径大时，连接处刚度也较大，如果偏心距不大于主管管径的1/4，可不考虑偏心的影响。

钢管桁架由于采用直接焊接接头，实际上杆端考虑都是刚性连接的。在采用计算机软件进行内力分析时，均可直接采用刚接杆件单元。铰接普通桁架是静定结构，可以采用手算方法计算。因此，对于管接普通桁架，也允许按铰接桁架采用近似的手算方法分析。

桁架杆件长细比的限值，按现行国家标准《钢结构设计规范》GB50017的规定采用。

钢管桁架在平面内有较大刚度，但在平面外刚度较差。当跨度较大时，杆件在平面外自由长度过大则有失稳的可能。因此，跨度较大的桁架应按长细比的要求设置平面外正交方向的稳定支撑或稳定桁架。作为估算，平面外支撑最大距离可取为50D，D为钢管直径。 6．张拉杆索体系设计应符合下列规定：

1）应在正、反两个方向上形成承受风荷载或地震作用的稳定结构体系。在主要受力方向的正交方向，必要时应设置稳定性拉杆、拉索或桁架；

2）连接件、受压杆和拉杆宜采用不锈钢材料，拉杆直径不宜小于10mm；自平衡体系的受压杆件可采用碳素结构钢。拉索宜采用不锈钢绞线、高强钢绞线，可采用铝包钢绞线。钢绞线的钢丝直径不宜小于1.2mm，钢绞线直径不宜小于8mm。采用高强钢绞线时，其表面应作防腐涂层；

3）结构力学分析时宜考虑几何非线性的影响；

4）与主体结构的连接部位应能适应主体结构的位移，主体结构应能承受拉杆体系或拉索体系的预拉力和荷载作用；

5）自平衡体系、杆索体系的受压杆件的长细比λ不应大于150；

6）拉杆不宜采用焊接；拉索可采用冷挤压锚具连接，拉索不应采用焊接； 7）在风荷载标准值作用下，其挠度限值df，lim宜取其支承点距离的1/200。 张拉索杆体系的拉杆和拉索只承受拉力，不承受压力，而风荷载和地震作用是正反两个不同方向的。所以，张拉索杆系统应在两个正交方向都形成稳定的结构体系，除主要受力方向外，其正交方向亦应布置平衡或稳定拉索或拉杆，或者采用双向受力体系。

钢绞线是由若干根直径较大的光圆钢丝绞捻而成的螺旋钢丝束，通常由7根、19根或37根直径大于1mm的钢丝绞成。钢绞线比采用细钢丝、多束再盘卷的钢丝绳拉伸变形量小，弹性模量高，钢丝受力均匀，不易断丝，更适合于拉索结构。

拉索常常采用不锈钢绞线，不必另行防腐处理，也比较美观。当拉索受力较大时，往往需要采用强度更高的高强钢绞线，高强钢丝不具备自身防腐能力，必须采取防腐措施，常采用聚氨酯漆喷涂等方法。热镀锌防腐层在施工过程中容易损坏，不推荐使用。铝包钢绞线是在高强钢丝外层被覆0.2mm厚的铝层，兼有高强和防腐双重功能，工程应用效果良好。

张拉索杆体系所用的拉索和拉杆截面较小、内力较大，结构的位移较大，在采用计算机软件进行内力位移分析时，考虑其几何非线性的影响。

张拉索杆体系只有施加预应力后，才能形成形状不变的受力体系。因此，一般张拉索杆体系都会使主体结构承受附加的作用力，在主体结构设计时必须加以考虑。索杆体系与主体结构的屋盖和楼盖连接时，既要保证索杆体系承受的荷载能可靠地传递到主体结构上，也要考虑主体结构变形时不会使幕墙产生破损。因而幕墙支承结构的上部支承点要视主体结构的位移方向和变形量，设置单向(通常为竖向)或多向(竖向和一个或两个水平方向)的可动铰支座。

拉索和拉杆都通过端部螺纹连接件与节点相连，螺纹连接件也用于施加预拉力。螺纹连接件通常在拉杆端部直接制作，或通过冷挤压锚具与钢绞线拉索连接。焊接会破坏拉杆和拉索的受力性能，而且焊接质量也难以保证，故不宜采用。 实际工程和三性试验表明，张拉索杆体系即使到1／80的位移量，也可以做到玻璃和支承结构完好，抗雨水渗漏和空气渗透性能正常，不妨碍安全和使用，因此，张拉索杆体系的位移控制值为跨度的1／200是留有余地的。

7．张拉杆索体系预拉力最小值，应使拉杆或拉索在风荷载设计值作用下保持一定的预拉力储备。 用于幕墙的索杆体系常常对称布置，施加预拉力主要是为了形成稳定不变的结构体系，预拉力大小对减少挠度的作用不大。所以，预拉力不必过大，只要保证在荷载、地震、温度作用下杆索还存在一定的拉力，不至于松弛即可。

张拉索杆体系在施加预拉力过程中和在使用阶段，预拉力会因为产生可能的损失而下降。但是，索杆体系不同于预应力混凝土，它的杆件全部外露，便于调整，而且无混凝土等外部材料的约束。所以，锚具滑动损失可通过在张拉过程中控制张拉力得到补偿；由支承结构的弹性位移造成的预拉力损失可以通过分批、多次张拉而抵消；由于预拉力水平较低，钢材的松弛影响可以不考虑。因此，只要在施工过程中做到分批、多次、对称张拉，并随时检查、调整预拉力数值，预拉力的损失是可以补偿的，最终达到控制拉力的数值。因此，幕墙结构中一般不专门计算预拉力的损失。 8．点支承玻璃幕墙的安装施工组织设计尚应包括以下内容:

1. 支承钢结构的运输、现场拼装和吊装方案； 2. 拉杆、拉索体系预拉力的施加、测量、调整方案以及索杆的定位、固定方法； 3. 玻璃的运输、就位、调整和固定方法； 4.胶缝的充填及质量保证措施。

第六节 张拉索杆结构设计计算

张拉索杆结构宜采用有限元方法进行计算分析。下面介绍一种近似(考虑几何非线性的影响) 计算方法。

这种近似计算方法对抛物线型张拉索杆结构的计算结果与用其它方法计算结果比较接近，而对折线型张拉索杆结构的计算结果比用其它方法计算结果内力偏大，这是由于折线型张拉索杆结构的某一索段对某节点集中荷载为承力索，而对相邻的节点集中荷载为稳定索且交叉出现。在用这种近似法计算分析时，用“代梁”求反推力后预估钢索截面积比较简便（但不是唯一途径）。 1．“代梁”

0

HX= M(L/2)/ f0 （7-8）

0

式中: M(L/2)—“代梁”跨中弯距(N.m)； f0—张拉索杆结构始态矢高(m).

所谓“代梁”就是与拉索式桁架具有同样跨度、同样荷载分布的简支梁，我们把它叫做拉索式桁架的“代梁”。

当采用均布荷载计算简图时 M02

(L/2)= q线 L/8 （7-9） 当采用集中荷载计算简图时 P=abq面 （7-10）

M0

(L/2)=(n/8)*PL（当n为偶数） （7-11a）

M0=[(n2

(L/2)-1)/8n]*PL（当n为奇数） （7-11b） 式中: q线—水平作用均布线荷载(N/ m); L —跨度(m).

预估钢铰线截面积 A0（x）=H（x）/fs （7-12a） A0（y）=H（y）/fs （7-12b） 2．张拉索杆结构强度验算(适用于自重由竖向索承担的张拉索杆结构)： 钢索有效预应力产生的反推力（折线型）

H0(x)=σP0*A*cosα (7-13a) 钢索有效预应力产生的反推力（抛物线型）

H0(x)=σP0*A/(1+16f02/L2)1/2 (7-17b) 式中：σP0—有效预应力值（N/mm2）； A—钢索（棒）截面积（mm2），选用比A0（x） 大（上一级）钢索（棒）截面积； f0—始态矢高（mm）； L—跨度（mm）。

反推力折算的均布线荷载

q0=8H0(X)f0/L2 (7-15) 式中：H0(X)—钢索（棒）有效预应力产生的反推力（N）； 由水平作用产生的最终计算反推力设计值： HL(x)- H0(x)= EAL2/24*( q2/ HL(x)2- q0(x)2/ H0(x)2)

HL(x)= {EAL2/24*q2/ [HL(x)+(EAL2/24* q0(X)2/H0(x)2- H0(x) )]}1/2 (7-16) 式中：E—钢索（棒）弹性模量（N/mm2）； A—钢索（棒）截面积（mm2）；

钢索拉力设计值(折线型) T(x)=HL(x)/cosα (7-17a) 钢索拉力设计值(抛物线型) T(X)=HL(X)*√1+16f02/L2 (7-17b) 式中：HL（X）—由水平作用产生的最终计算反推力设计值。

自重承力索拉力设计值 T(Y)=H(Y) （7-18） 式中：H（Y）—竖向作用（自重）产生的反推力。

自重承力索截面最大应力设计值 σ(Y)= T(Y)/A≤fs （7-19a） 张拉索杆结构钢索截面最大应力设计值 σ(X)= T（X）/A≤fs (7-19b) 式中：T（Y）—自重承力索拉力设计值（N）； fS—钢索（棒）强度设计值（N/mm2）。

联系杆压力设计值 N= HL(X)* tanα (7-20) 式中：HL（X）—由水平作用产生的最终计算反推力设计值。

联系杆截面最大应力设计值 σ1= N/A≤fs (7-21)

式中：N—联系杆压力设计值（N）； A—钢棒截面积（mm2）；

fS—钢棒强度设计值（N/mm2）。

3．张拉索杆结构挠度(从预应力状态算起)： 由水平作用产生的最终计算反推力标准值：

HLK(X) - H0(X)= EAL2/24*(qK2/ HLK(X) 2-q 0(X)2/H0(X)2)

HLK(X) ={EAL2/24*qK2/[ HLK(X) + (EAL2/24*q0(X)2/H0(X)2 –HLK(X) )]}1/2 (7-22) 式中：

H0（X）—由钢索（棒）有效预应力产生的反推力（N）； E—钢索（棒）弹性模量（N/mm2）；

A— 钢索（棒）截面积（mm2）；

qK—水平作用均布线荷载标准值（N/m）； q0—由反推力折算的均布线荷载（N/m）； L—跨度（m）。

承力索矢高 f=qK*L2/8HLK (X) (7-23) 式中：qK—水平作用均布线荷载标准值（N/m）；

L—跨度（m）；

HLK（X）—由水平作用产生的最终计算反推力标准值（N）。

张拉索杆结构挠度值 Δf=f-f0 (7-24) 式中：f—承力索终态矢高（mm）；

f0—张拉索杆结构始态矢高（mm）。

张拉索杆结构相对挠度 Δf/L≤1/250 (7-25)

4．钢索理论长度(折线型) L0=L/cosα (7-26a ) 钢索理论长度(抛物线型) L0=L*（1+8f02/3L2） （7-26b） 式中：L—跨度（m）；

f0—张拉索杆结构始态矢高（m）。

钢索由预应力产生的预计伸长值 ΔL=σcon*L0/E （7-27）

2

式中：σcon—预应力张拉控制应力值（N/mm）； L0—钢索理论索长（mm）；

2

E—钢索（棒）弹性模量（N/mm）。

钢索下料长度 L1=L0-ΔL （7-28） 式中：L0—钢索理论索长（mm）；

ΔL—钢索由预应力产生的预计伸长（mm）。

稳定索终态矢高 f1= f0 -Δf （7-29） 式中： f0—张拉索杆结构始态矢高（mm）； Δf—矢高增量（mm）。

稳定索终态索长(折线型) L2=（f12+L2）1/2≥L1 （7-30a） 稳定索终态索长(抛物线型) L2=L*（1+8f12/3L2）≥L1 （7-30b） 式中：f1—稳定索终态矢高（mm）； L—跨度（mm）；

稳定索截面终态应力保有值 σ2=（L2-L1）*E/L0 （7-31） L2—稳定索终态索长（mm）； L1—钢索下料长度（mm） 5．连接验算

张拉索杆结构的索（杆）要和压制接头、丝杆、套筒组合成受力体系，因此除了对索（杆）强度进行验算外，还要对这些连接部位进行连接验算（对压制接头通过试验证明其连接强度大于索强度）： 耳子抗拉强度 Af≥T （7-32）

耳子焊缝抗拉强度 heLWffw≥T （7-33） 销子抗剪强度 NVASfV≥T （7-34） 耳子截面抗承压承载力 Dtfce≥T （7-35） 丝杆净截面抗拉强度 A0f≥T（丝杆内径d1见表2-59） （7-36） 套筒净截面抗拉强度 A0f≥T （7-37） 内螺纹抗剪强度 fVπDbZ≥T （7-38） 外螺纹抗剪强度 fVπd1bZ≥T （7-39）

对螺纹连接还要规定配合精度：内螺纹为6H级、外螺纹为6g级。焊缝应采用Ⅰ级焊缝。 预埋件：（有竖向索处） P1= HL（X）+ H（Y） （7-40） （无竖向索处 ） P2= HL（X） （7-41） 6．支承梁

支承梁承受的每榀张拉索杆结构反推力设计值

P=0.7HL(X) +A*σ2 *cosα+H(Y) (7-42a) 支承梁承受的每榀张拉索杆结构反推力标准值

PK=0.7HLK(X)+A*σ2* cosα +H(Y) (7-42b) 式中：HL（X）—由水平作用产生的最终计算反推力设计值（N）； A—钢索截面积；

2

σ2—稳定索截面应力保有值（N/mm）； H（Y）—竖向索由自重产生的反推力；

HLK（X）—由水平作用产生的最终计算反推力标准值（N）。 7．施加预应力

(千斤顶显示值) NC=A*σcon (7-43) (测力扳手力矩) T=1.25*0.15*NC*d (7-44)

2

式中:A—钢索截面积（mm）；

2

σcon—预应力张拉控制应力值（N/mm）； NC—钢索总预应力（N）； d—钢索直径（mm）。 8．玻璃计算见第六章第二节（3）

例7-1：威海市（B类，抗震7度设防，设计基本地震加速度0.10g）一墙面区张拉索杆点支玻璃幕墙，采用可调索头，Z=10m，L=8m ， f0=1m ，自重由竖向索承担，分格1.2m ， 柱距(支承梁长)6m， 开间6m ，梁36a工字钢 I=15760cm4 ，W=875cm3 连系杆 Ф20mm A=314.16mm2

解：风荷载标准值 WK=1.78×1.0×1.2×450=961.2N/m2

取风荷载标准值 1000 N/m2

地震作用标准值 qEK=5×0.08×400=160N/m2 风荷载设计值 W=1.4×1000=1400N/m2 地震作用设计值 qE=1.3×160=208N/m2 面荷载（作用）组合标准值 q面=1000+0.5×160=1080N/m2 面荷载（作用）组合设计值 q面=1400+0.5×208=1504N/m2 线荷载（作用）组合标准值 q线=1.2×1080=1296N/m 线荷载（作用）组合设计值 q线=1.2×1504=1805N/m “代梁“跨中弯矩 M0（L/2）=1805×82/8=14440N-m=14440000N-mm 水平作用产生的反推力 H(X)=14440000/1000=14440N 自重产生的反推力 H(Y)=1.2×400×1.2×8=4608N 竖向索（自重）拉力 T（Y）=4608N

张拉索杆结构钢索由水平作用产生的拉力 T（X）=14440/0.9701425=14884N 预估钢铰线： 张拉索杆结构钢索 A0(X)=14884/700=21.26mm2 竖向索 A2

0(Y)=4608/600=7.68mm

张拉索杆结构钢索选用 Ф7 mm A(X) =26.35mm2 竖向索选用 Ф4mm A(Y)=7.86mm2 钢索强度标准值 1290N/mm2 钢索强度设计值 717N/mm2

钢化玻璃 T=8mm LX/LY=1.075/1.875=0.573 mOY=0.1327 求应力调整系数 θ=1.0×10-3×187/0.72×105×84=45 η=0.825

玻璃抗弯截面最大应力设计值 σ=(6×0.1327×1.504×10-3×18752/82)×0.825=.3N/mm2 张拉索杆结构强度验算：

预估有效预应力值（采用可调索头） σpo=0.13×1290=167.7N/mm2 由有效预应力产生的张拉索杆结构反推力 H26.35×0.9701425=4287N 0（X）=167.7× 由反推力折算的水平作用线荷载 q0=8×4287×1/82=535.9N/m 钢索线刚度 EAL2/24=1.8×105×26.35×82/24=128KN 由水平作用产生的最终反推力设计值 HL(X)=[128×1.8052/(H L(X)+128×0.53592/4.2872-4.287)]1/2 =[41207.5002/(H L(X)+193.3)]1/2=14.094KN

钢索拉力 T L(x)=14094/0.9701425=14528N

钢索截面最大应力设计值 σ(X)=14528/26.35=551.35N/mm2＜717N/mm2 由水平作用产生的最终反推力标准值 H LK(X)=[128 ×1.22/(H LK(X)+ 128×0.53592/4.2872-4.287)]1/2 H LK(X)=[18213.12/(H LK(X)+193.3)]1/2=9.476KN 承力索终态矢高 f=1200×82/(8×9476)=1.013m 张拉索杆结构挠度 Δf=1.013-1=0.013m 张拉索杆结构相对挠度 Δf/L=0.013/8=1/615 稳定索终态矢高 f1=1-0.013=0.987m 稳定索终态索长 L2=(0.9872+42)1/2×2=8.240m 钢索理论长度 L0=8/0.9701425=8.2462m 活荷载使锚定结构变形产生的预应力损失 σL5=0.5×1.8×105/8000=11.3N/mm2 预应力张拉应力控制值 σCON =167.7+11.3=179N/mm2 连系杆压力 N=13939×0.25=3485N

连系杆截面最大应力设计值

σ1=3485/314.16=11.09N/mm2<147N/mm2 预应力产生的钢索预估伸长值 ΔL=179×8246.2/1.8×105=8.2mm 钢索下料长度 L1=8246.2-8.2=8238mm 稳定索终态应力保有值 σ2=(8240-8238)×1.8×105/8246.2=43.66N/mm2 丝杆净截面抗拉强度 d=12mm d1=10.106mm2 A0f=80.21×147.1=11799N＜14528N 改用 d =14mm d1=11.835mm2 A0f=110×147.1=16181＞14528N 套筒净截面抗拉强度 (16-12)mm A0f=87.96×147.1=12939＜14528N (18-14)mm A0f=100.53×147.1=14788＞14528N 耳子抗拉强度 Af=12×(18-10.5)×179=16110N＞14528N 销子抗剪强度 d=10mm NVASfV=2×78.×103.8=16305＞14528N 耳子截面抗承压承载力 d=10.5mm Dtfce=10.5×10×390=40950＞14528N 内螺纹抗剪强度 Z=3 fVπDbZ=85×3.14159×14×1.732×3=19425N＞14528N Z=4 fVπDbZ=85×3.14159×14×1.732×4=25900N＞14528N 外螺纹抗剪强度 Z=4 fVπd1bZ=85×3.14159×11.835×1.732×4=215N＞14528N 耳子焊缝抗拉强度 heLWffw =2×4×35×160=44800N＞14528N 预应力张拉通知单 顺序 时间 百分比 σCON 计算伸长值 250% 90N/mm 第一次 锚固后 4.1 mm 2100% 179N/mm 8.2 mm 第二次 锚固后 100% 179N/mm2 8.2 mm 第三次 同一跨内索—杆体系全部张拉完毕 100% 179N/mm2 8.2 mm 第四次 竣工前 100% 179N/mm2 8.2 mm 竣工后定期或必要时 * 预应力张拉应力控制值允许偏差：0 ， +2% 预埋件：（有竖向索处） P1=14094+4608=18702N （无竖向索处 ） P2=14094N 支承梁验算：

张拉索杆结构施加给锚定结构的集中荷载设计值 P=0.7HL+A×σ2 ×cosα+H(Y) =0.7×14094+26.35×43.66×0.9701425+4608=15590N 张拉索杆结构施加给锚定结构的集中荷载标准值 PK=0.7HLK+A×σ2×43.66×0.9701425+4608=12875N cosα+H(Y)=0.7×10215+26.35× 楼板自重：板重(20cm) 5000N/m2 粉刷(2×2cm) 800N/m2 其他 700N/m2 自重小计 6500N/m2 楼面活荷载 1500N/m2 梁重 599N/m

验算挠度用使用均布线荷载标准值 qk(线)=(6500+0.4×1500)×3+599=219N/m 验算强度用使用均布线荷载设计值 q(线)=(1.2×6500+1.4×1500)×3+1.2×599=30419N/m 由使用均布线荷载产生的弯矩 M1=30419×62/8=136885.5N-m 由使用均布线荷载产生的应力

σ1=136885500/875000=156.44N/mm2 由张拉索杆结构反推力产生的弯矩 M2=15590×6000×[(52-1)/(8×5)]=56124000N-mm 由张拉索杆结构反推力产生的应力 σ2=56124000/875000=.14N/mm2 梁截面最大应力设计值

σ=156.44+.14=220.58N/mm2>215N/mm2 由使用均布线荷载产生的挠曲 f1=(5×21.9×60004)/(384×2.06×105×157600000)=11.38mm 由反推力产生的挠曲 f2=[(5×-4×52-1)×12875×60003]/(384×53×2.06×105×157600000)=5.4mm 梁的总挠度 f=11.38+5.4=16.78mm

梁的相对挠度 f/L=16.78/6000=1/356<1/150 改用工36b I=16530cm4 W=919cm3

改用工36b后的均布线荷载设计值 q线=29700+1.2×656=30487N/m 由使用均布线荷载产生的弯矩 M1=30487×62/8=137191.5N-m

由使用均布线荷载产生的应力 σ1=137191500/919000=149.28N/mm2 由反推力产生的应力 σ2=56124000/919000=61.07N/mm2

梁截面最大应力设计值 σ=149.28+61.07=210.35N/mm2<215N/mm2 改用工36 b后的使用均布线荷载标准值 qK(线)=21300+656=21956N/m 由使用均布线荷载产生的挠度 f1=(5×21.956×60004)/(384×2.06×105×165300000)=10.88mm 由反推力产生的挠度 f2=[(5×-4×52-1)×12875×60003]/(384×53×2.06×105×165300000)=5.14mm 梁的总挠度 f=10.88+5.14=16.02mm

梁的相对挠度 f/L=16.02/6000=1/375<1/150 反变形预调

活荷载 标准值 qk=0.4×1500×3=1800N/m C点由活荷载产生的挠度 fC1=(1.8×60004)/(24×2.06×105×165300000)×0.1856=0.53mm D点由活荷载产生的挠度 fD1=(1.8×60004)/(24×2.06×105×165300000)×0.2976=0.85mm 张拉索杆结构反推力标准值 Pk=167.7×(26.35×2×0.9701425+7.86)=92N C点由C张拉索杆结构反推力产生的挠度 fC2=[92×4800×60002×(0.1920-0.82×0.2)]/(6×2.06×105×165300000)=0.mm D点由C张拉索杆结构反推力产生的挠度 fD2=[92×4800×60002×(0.3360-0.82×0.4)]/(6×2.06×105×165300000)=0.67mm C点由D张拉索杆结构反推力产生的挠度 fC3=[92×3600×60002×(0.1920-0.62×0.2)]/(6×2.06×105×165300000)=0.75mm D点由D张拉索杆结构反推力产生的挠度 fD3=[92×3600×60002×(0.3360-0.62×0.4)]/(6×2.06×105×165300000)=1.21mm C点总挠度 fC=0.53+0.+0.75=1.82mm D点总挠度 fD=0.85+0.67+1.21=2.73mm 下料计算

理论索长 L0=8000/cos14.03624340=8246.2mm 由预应力产生的钢索预计伸长

ΔL=σCON ×L0/E=8246.2×179/1.8×105=8.2mm 下料长度 L1=8246.2-8.2=8238mm 连系杆位置定位理论尺寸

L01=L02=L03=L04=2000/cos14.03624340=2061.6mm 钢索每跨由预应力产生的预计伸长 ΔL=2061.6×179/1.8×105=2.05mm 钢索每跨实际尺寸 L11=L12=13=L14=2061.6-2.05=2059.55mm 施加预应力(千斤顶显示值)

张拉索杆结构钢索 NC(X)=179×26.35=4717N 竖向（自重）索NC(Y)=179×7.86=1407N (测力扳手力矩)

张拉索杆结构钢索 T(X)=1.25×0.15×4717×7=6191N-mm=6.19N-m 竖向（自重）索 T(Y)=1.25×.15×1407×4=1055N-mm=1.055N-m

1407+4717 1318+4419 4608+14094 4608+575

=6124 4717 =5737 4419 =18702 575 =5183 14094 张拉

4608+14094×0.7 =14474 575 正风压 传给主体结构Ｐ（设计值）

始态(锚固后未装玻璃) 正风压 负风压

单榀张拉索杆结构最大效应

4608+575 14094×0.7 4608+10215×0.7 4608+275 10215×0.7 =5183 =9866 =11759 575 =5183 =7151 负风压 正风压 负风压 传给主体结构ＰＫ（标准值）

例7-1张拉索杆结构受力分析图