4 平面内变形设计

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1、平面内变形设计幕墙变形原因：受风力、地震作用（地震的震级分为十级）、温度作用、主体层间变形、主体沉降、重力……等的影响所致。1、平面内变形性能分级建筑幕墙平面内变形性能以建筑幕墙层间位移角γ（或以不导致幕墙构件破坏的位移量与幕墙层高之比）为性能指标。该指标应符合《建筑幕墙》GB/T21089-2007表21的要求。表21建筑幕墙平面内变形性能分级表分级代号12345分级指标值γγ＜1/3001/300≤γ＜1/2001/200≤γ＜1/1501/150≤γ＜1/100γ≥1/100注：表中分级指标为建筑幕墙层间位移角。2、平面内变形性能定级JG102-2003/4.2.6玻璃幕墙平面内变形性能

2、，应按主体结构弹性层间位移角限值进行设计。非抗震设计时，按表20取其1倍值；表20主体结构楼层最大弹性层间位移角[θe]建筑高度结构类型建筑高度H（m）H≤150150＜H≤250H＞250钢筋混凝土结构框架1/550——板柱-剪力墙1/800——框架-剪力墙、框架-核心筒1/800线性插值1/500筒中筒1/1000线性插值剪力墙1/1000线性插值框支层1/1000——多、高层钢结构1/300注：1）表中弹性层间位移角[θe]=Δ/h，Δ为最大弹性层间位移量，h为层高。2）线性插值系指建筑高度在150m~250m间，层间位移角取1/800（1/1000）与1/500线性插值。抗震设计时，应

3、按主体结构弹性层间位移角限值[θe]的3倍进行设计（即按设防烈度取值）。表弹性层间位移角限值γ结构类型[θe]γ钢筋混凝土框架1/5503/550=1/183钢筋混凝土框架-抗震墙、板柱-抗震墙、框架-核心筒1/8003/800=1/267钢筋混凝土抗震墙、筒中筒1/10003/1000=1/333钢筋混凝土框支层1/10003/1000=1/333多、高层钢结构1/2503/250=1/833、技术措施玻璃幕墙由面板和金属框架等组成，幕墙自身具有一定的变形能力，但其变形能力较小，幕墙构件不能承受过大的位移，只能通过弹性连接件来避免主体结构过大侧移的影响。针对幕墙变形的原因采取措施。（1）非抗

4、震设计①幕墙与主体弹性连接a）框支承式幕墙立柱上端悬挂在主体结构（或连接件）上（5.5.3）。上端支座为固定铰支座，下端支座为滑动铰支座或弹性铰支座；幕墙连接件与主体建筑（直接与预埋件）间的连接可为焊接（板式埋件），也可为螺栓连接（槽式埋件）；上、下立柱间预留伸缩缝δ；赵西安：δ≥ΔL.λ/ε+d；（δ≮15mm）式中：ΔL----立柱温度变形（mm），ΔL=α.L.ΔT，一般小于10mm。λ----实际伸缩调整系数，取0.7。ε----密封胶延伸率。d----安装误差（3mm）+主体压缩变形（3mm）=6mm。立柱、套芯配合间隙：前后0～0.5mm，左右0.5～1.0mm。侧缝隙的核算：设跨

5、距3500mm，芯柱插入深度：（250－20）/2=115mm；外柱可产生侧向位移量：3500×（0.5～1.0）/115=15.22～30.44mm；混凝土结构侧向最大变形：3500×（3×1/550）=19.09mm；两者比较：-3.87～+11.35mm，认可。b)变形特大时，设摇摆机构案例：武汉高铁车站，构件式明框玻璃幕墙，屋面由主体钢结构（桁、网架）支承，主体钢结构支承于大型钢筋混凝土柱顶上，屋面桁（网）架变形大，上下、左右均有位移，于是，幕墙结构与主体钢结构的连接采用摇摆机构，似图9-1，仅将“钢桁架”改为钢立柱即可。幕墙使用钢（矩形管）立柱、横梁支承，钢立柱分为横断面较大的主钢立

6、柱（数量少、间距大）和横断面较小、数量较多的次钢立柱；主钢立柱上端以摇摆机构与主体钢结构连接，下端以固定铰形式与主体混凝土结构连接（压弯式）；，主钢立柱间设主钢横梁，次钢立柱上端以“悬挂”形式与主钢横梁连接，下端以滑动铰形式与主体混凝土结构连接（拉弯式）。a)b)B-B活动机构图9-1三铰双摇臂结构示意图c)框支承幕墙的钢支承可否焊接包括钢立柱与主体、钢横梁与钢立柱间可否焊接？应具体分析。Ⅰ.构件的温度变形构件温度变化时，其长度、宽度尺寸发生变化，最大温度变形为：ΔLmax=α.L.ΔT；式中：ΔT为材料年温差，ΔT=temax-temin+ρ1.I/αetemax为历年最高气温，按表4-19

7、取；temin为历年最低气温，按表4-19取；准确取值，应以结构合拢或形成约束时来确定其初始温度，与最高或最低温度的差值(其中包括构件表面吸热后的温度变化部分）作为温度差值（σT计算式中的温差取值也仿此）。因幕墙通常与外界环境直接相邻，幕墙结构温度波动幅度要比主体结构的大，温度变化速度相对主体结构要快。幕墙结构初始温度，所承受的最高（或最低）气温宜由小时平均气温确定；宜依据结构朝向和表面吸热性质考