2.加勁肋一端轉角處變為鉸接時的受力與變形計算
單元式幕墻板塊首先在生產車間進行組裝，然后運至施工現場安裝。由于運輸原因，部分板塊中的少數加勁肋轉角連接處的連接板螺絲可能出現脫落或鉚釘松脫，加勁肋一端轉角處由剛接變成了鉸接，這與原來的計算模型不符，需要重新分析和計算鋁板的強度是否滿足設計要求�？紤]最不利的情況，假設5根加勁肋的一端均由于鉚釘松脫或螺栓的失效成為可活動的鉸接部位，如圖8所示。本文考慮5根加勁肋一端轉角處由剛接變成了鉸接后計算模型，按照新的計算模型，采用相同的幾何尺寸與荷載條件，其應力計算結果如圖9、10、11所示，變形及應力計算結果與正常狀態下計算結果進行比較如下：
圖8 全部加勁肋一端轉角均變成鉸接
假設5根加勁肋的一端均由于螺栓的失效成為可活動的鉸接部位時，整體的最大變形由0.204313mm增加為0.522329mm，增加了一倍多。
圖9 板體X方向的單元應力分布圖
加勁肋的一端轉角部位成為可活動的鉸接部位時，加勁肋剛接轉角部位所在位置的板X方向應力水平十分高，在該部位的小范圍內，板單元X方向應力由7MPa左右迅速增加到最大的62MPa左右，而且與正常狀態模型相比，最大應力水平由3.5MPa左右急劇增加到63MPa左右，升幅十分大，應當引起注意。
圖10 板體Y方向的單元應力分布圖
Y向的最大應力是出現在加勁肋剛接轉角部位所在一端所對應的整體中板內側邊緣位置，小范圍內應力水平較高，板最大單元應力達到26.303MPa。
圖11 板體Z方向的單元應力分布圖
Z方向有明顯的應力集中現象，位于加勁肋剛接轉角部位所在一端所對應的側板兩邊緣位置，板最大單元應力達到19.198MPa，與正常狀態模型的應力水平相比有一定程度的增加。
3.結論與討論
根據上述計算模型，鋁板與加勁肋在正常情況下在鉚接點處緊密接觸，滿足位移連續條件，加勁肋轉折處采用連接片連接，能承擔約束力矩及約束反力，可視為剛結點。槽型鋁板和加勁肋之間在鉚接點處變形協調，加勁肋在轉折處的3個方向的線位移及角位移與板在轉角處的線位移與角位移一致，即加勁肋限制了板在該點的位移及轉動。當板在風荷載作用下產生變形時，由于加勁肋剛結點產生約束反力與約束反力矩，抵消由于板變形傳遞的內力，使板身的內力和變形大為減小。
當鋁板與加勁肋在轉角處由于緊固的螺栓松脫，這時加勁肋在該角點由剛結點變為鉸接點，約束反力矩為零，角位移不為零。當板受風荷載作用時，板的變形大為增加，板產生的內力(包括力矩)也急劇增加。而3mm厚槽型鋁板與5根加勁肋一端轉角處全部為鉸接點算例表明：X方向的最大變形由加勁肋轉角處全為剛接的正常情況的0.204313mm增加至0.522329mm;X方向最大單元應力由3.46MPa上升到62MPa；Y方向最大單元應力由7.062MPa上升到26.303MPa；Z方向最大單元應力由7.308MPa上升到19.198MPa。雖然最大應力仍小于抗拉、抗彎強度計算值89Mpa，但工程應用中需引起足夠的重視。
本文的計算方法還可以在其他多項幕墻工程中加以應用。本文將加勁肋剛結點由于緊固螺栓松脫轉變為鉸接點，其數值模擬結果反映了槽型鋁板與加勁肋構成的單元式幕墻中鋁板的可能損壞成因，為單元式幕墻的設計及施工提供了理論依據，具有較大實用意義。
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