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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 丫(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
1
2
3
4
5
分级指标值
丫 v
1/300 丫 v
1/200 丫 v
1/150 丫 v
Y》
Y
1/300
1/200
1/150
1/100
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,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 [0 e]
建筑高度
建筑高度H ( m)
HW 150
150 v HW 250
H 250
框架
1/550
一
一
钢筋
板柱-剪力墙
1/800
一
一
钢筋 框架
混凝土 框架
-剪力墙、框架-核心筒
1/800
线性插值
结构
筒中筒
1/1000
线性插值
1/500
77 剪力墙
1/1000
线性插值
框支层
1/1000
一
一
多、
高层钢结构
1/300
注:1)表中弹性层间位移角[0 e] = △ /h,
△为最大弹性层间位移量, h为层咼。
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,应按主体结构弹性层间位移角限值[0 e]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 丫
结构类型
[0 e]
Y
钢筋混凝土框架
1/550
3/550=1/183
钢筋混凝土框架-抗震墙、板柱-抗震墙、框架-核心筒
1/800
3/800=1/267
钢筋混凝土抗震墙、筒中筒
1/1000
3/1000=1/333
钢筋混凝土框支层
1/1000
3/1000=1/333
多、高层钢结构
1/250
3/250=1/83
3、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S;
赵西安:L.入 / £ +d; ( 5 15 mm) 式中:△ L----立柱温度变形(mm), △ L= aL. △ T, —般小于10mm。
入----实际伸缩调整系数,取0.7。
£ 密封胶延伸率。
d 安装误差( 3mm) +主体压缩变形( 3mm) =6 mm。
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:
设跨距3500 mm,芯柱插入深度:(250- 20) / 2=115mm;
外柱可产生侧向位移量: 3500X( 0.5?1.0) / 115=15.22?30.44 mm;
混凝土结构侧向最大变形:3500X( 3X 1/550) =19.09 mm; 两者比较:-3.87?+11.35 mm,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柱
连接覺空逮/ T厂=
殊 叔珈「厂土 f *
(数量少、间距大)和横断面较小、数量较多的次钢立柱机构与主体钢结构连接,下端以固定铰形式与主体混凝土
主体屋基a)B-B活动机构b) B-B活动机构图9-1三铰双摇臂结构示意图C陛支承幕墙的
主体屋基
a)
B-B
活动机构
b) B-B
活动机构
图9-1三铰双摇臂结构示意图
C陛支承幕墙的
包括钢立柱与
件的温
接
負梁与钢立柱间可否焊接?应具体分析。
构件温度变
疋变形
;时,其长度、宽度尺寸发生变化, 最大温度变形为:
-B
△ Lmax= aL. △ T ;
式中:△ T为材料年温差,△ T=temax~temin+p.l/a
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