中华人民共和国行业标准玻璃幕墙工程技术规范JGJ 102━2003条 文 说 明 3
5．2．2 铝合金型材的强度设计值取决于其总安全系数，一般取为K=1．8。若是K1=1．4，则K1=1。=.286。所以，相应的强度设计值为：
铝型材的强度标准值fak，一般取为σp0.2。σp0.2指铝材有0．2％残余变形时所对应的应力值，即铝型材的条件屈服强度。σp0.2可按现行国家标准《铝合金建筑型材》GB／T 5237的规定取用。
各国铝合金结构设计的安全系数有所不同，一般为1．6-1．8。
按意大利D．M.Mazzolani《(铝合金结构》一书所载：
英国BSCPll8规范，容许应力为：
德国规范DIN4113，对于主要荷载，安全系数为1．70-1．80。
美国铝业协会规定建筑物的安全系数为1．65，对于桥梁为1．85。
鉴于幕墙构件以承受风荷载为主，铝型材强度离散性也较大，所以总安全系数取1．8是合适的。
5．2．3 幕墙中钢材主要用于连接件(如钢板、螺栓等)和支承钢结构，其计算和设计要求应按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的规定进行。
5．2．4 不锈钢材料(管材、棒材、型材)主要用于幕墙的连接件和支承结构，其强度设计值比照钢结构的安全度略有增大，总安全系数约为1．6。
5．2. 5 点支承玻璃幕墙所用的张拉杆、索截面尺寸较小，对各种作用比较敏感，宜具有较高的安全度。按照目前国内工程的经验，张拉杆的安全系数可取为2．O，拉索的安全系数可取为2．5。本条的强度设计值换算系数就是按照这一要求得出的。
5．2．8 本条高强钢丝和高强钢绞线的弹性模量按《混凝土结构设计规范》GB 50010取用。钢绞线和钢丝绳是由钢丝加工而成的，其弹性模量与普通钢丝相比会发生一定变化(实际上为等效变形模量)，实际工程中宜通过具体试验确定。
5．3 荷载和地震作用
5．3．2 风荷载计算采用现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009的规定。对于主要承重结构．风荷载标准值的表达可有两种形式，其--为平均风压加上由脉动风引起的结构风振等效风压；另一种为平均风压乘以风振系数。由于结构的风振动计算中，往往是受力方向基本振型起主要作用，因而我国与大多数国家相同，采用后一种表达形式，即采用风振系数βz。风振系数综合考虑了结构在风荷载作用下的动力响应，其中包括风速随时间、空间的变异性和结构自身的动力特性等。
基本风压w0是根据全国各气象台站历年来的最大风速记录，统一换算为离地lm高、10min平均年最大风速(m／s)，根据该风速数据统计分析确定重现期为50年的最大风速，作为当地的基本风速v0，再按贝努利公式确定基本风压。
现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009将基本风压的重现期由以往的30年改为50年，在标准上与国外大部分国家取得一致。经修改后，各地的基本风压并不全是在原有的基础上提高IO％，而是根据风速观测数据，进行统计分析后重新确定的。为了能适应不同的设计条件，风荷载计算时可采用与基本风压不同的重现期。
风荷载随高度的变化由风压高度变化系数描述，其值应按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009采用。对原规范的A、B两类，其有关参数保持不变；C类系指有密集建筑群的城市市区，其粗糙度指数系数由0．2提高到0．22，梯度风高度仍取400m；新增加的D类系指有密集建筑群且有大量高层建筑的大城市市区，其粗糙度指数系数取0．3，梯度风高度取450m。
风荷载体型系数是指风荷载作用在幕墙表面上所引起的实际压力(或吸力)与来流风的速度压的比值，它描述的是建筑物表面在稳定风压作用下静态压力的分布规律，主要与建筑物的体型和尺度有关，也与周围环境和地面粗糙度有关。由于它涉及的是关于固体与流体相互作用的流体动力学问题，对于不规则形状的固体，问题尤为复杂，无法给出理论上的结果，一般均应由试验确定。鉴于原型实测的方法对一般下程设计的不现实，目前只能采用相似原理，在边界层风洞内对拟建的建筑物模型进行测试。
风荷载在建筑物表面分布是不均匀的，在檐口附近、边角部位较大，根据风洞试验结果和国外的有关资料，在上述区域风吸力系数可取-1．8，其余墙面可考虑-1．0。由于围护结构有开启的可能，所以还应考虑室内压-O．2。所以，幕墙风荷载体型系数可分别按-2．O和-1．2采用。
阵风系数βgz是瞬时风压峰值与lOmin平均风压(基本风压w0)的比值，取决于场地粗糙度类别和建筑物高度。在计算幕墙面板、横粱、立柱的承载力和变形时应考虑阵风系数βgz，以保证幕墙构件的安全。对于跨度较大的支承结构，其承载面积较大，阵风的瞬时作用影响相对较小；但由于跨度大、刚度小、自振周期相对较长，风力振动的影响成为主要因素，可通过风振系数βz以考虑。风振动的影响一般随跨度加大而加大。最近国内对支承钢结构的风振系数βz．进行了分析和试验研究，提出拉杆和拉索结构的风振系数βz为1．8-2．2。也有些研究建议，当索杆体系跨度为15m至40m时，风振系数取2．O-2．7。
阵风影响和风振影响在幕墙结构中是同时存在的。一般来说，幕墙面板及其横粱和立柱由于跨度较小，阵风的影响比较大；而对张拉杆索体系和大跨度支承钢结构，风振动的影响较为敏感。由于目前的研究工作和实践经验还不多，对风荷载的动力作用尚不能给出确切的表达方法。因此，本规范仍然采用阵风系数的表达方式。阵风系数βgz的取值，除D类地面粗糙度、40m以下的情况外，多在1．4-2．0之间，大体上与目前大跨度钢结构风振系数的研究成果相接近，不会过大或过小地估计风荷载的动力作用影响。
当有风洞试验数据或其他可靠的技术依据时，风荷载的动力影响可据此确定。
5．3．3 近年来，由于城市景观和建筑艺术的要求，建筑的平面形状和竖向体型日趋复杂，墙面线条、凹凸、开洞也采用较多，风荷载在这种复杂多变的墙面上的分布，往往与一般墙面有较大差别。这种墙面的风荷载体型系数难以统一给定。当主体结构通过风洞试验决定体型系数时，幕墙计算亦可采用诙体型系数。
对高度大于200m或体形、风荷载环境比较复杂的幕墙工程，风荷载取值宜更加准确，因此在没有可靠参照依据时，宜采用风洞试验确定其风荷载取值。高度200m的要求与现行行业标准《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2002的要求一致。
5．3．4-5．3．5 常遇地震(大约50年一遇)作用下，幕墙的地震作用采用简化的等效静力方法计算，地震影响系数最大值按照现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011-2001的规定采用。
由于玻璃面板是不容易发展成塑性变形的脆性材料，为使设防烈度下不产生破损伤人，考虑动力放大系数βE。按照《建筑抗震设计规范》GB 50011的有关非结构构件的地震作用计算规定，玻璃幕墙结构的地震作用动力放大系数可表示为：
按照(5．2)式计算，暮墙结构地震作用动力放大系数βE约为5．0。
5．3．6 幕墙的支承结构，如横梁、立柱、桁架、张拉索杆等，其自身重力荷载产生的地震作用标准值，可参照本规范第5．3．4条和5．3．5条的原则进行计算。
5．4 作用效应组合
5．4. 1-5. 4．3 作用在幕墙上的风荷载、地震作用都是可变作用，同时达到最大值的可能性很小。因此，在进行效应组合时，第一个可变作用的效应应按100％考虑(组合演系数取1．0)．第二个可变作用的效应可进行适当折减(乘以小于1．0的组合值系数)。
在重力荷载、风荷载、地震作用下，幕墙构件产生的内力(应力)应按基本组合进行承载力极限状态设计，求得内力(应力)的设计值，以最不利的组合作为设计的依据。作用效应组合时的分项系数按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50011-2001和《建筑抗震设计规范》GB 50009-2001的规定采用。
在现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011-2001中规定，当地震作用与风荷载同时考虑时，风的组合值系数取为0.2。由于幕墙暴露在室外，受风荷载影响较为显著，风荷裁作用效应比地震作用效应大，应作为第一可变作用，其组合值系数一般取1．0。地震作用作为第二个可变荷载时，现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50011-2001和《建筑抗震设计规范》GB 50009-2001，都没有规定确切的组合值系数；考虑到幕墙工程中地震作用效应一般不起控制作用，同时考虑剑幕墙结构设计的安全性，本规范规定其组合值系数取O．5。
结构的自重是经常作用的永久荷载，所有的基本组合工况中部必须包括这一项。当永久荷载(重力荷载)的效应起控制作用时，其分项系数γG应取1.35，但参与组合的可变作用仅限于竖向荷载，且应考虑相应的组合疽系数，对一般幕墙构件，当重力荷载的效应起控制作用时(γG取1．35)，可不考虑风荷载和地震作用；对水平倒挂玻璃及其框架，风荷载是主要竖向可变荷载，此时，风荷载的组合值系数取0．6，与《建筑结构荷载规范》GB50039-2001的规定一致。当永久荷载作用对结构设计有利时，其分项系数γG应取不大于1．0。
我国是多地震国家，抗震设防烈度6度以上的地区占中国国土面积70％以上，绝大多数的大、中城市都考虑抗震设防。对于有抗震要求的幕墙，风荷载和地震作用都应考虑。
因为本规范仅考虑竖向幕墙和与水平面夹角大于75度、小于90度的斜玻璃幕墙，且抗震设防烈度不大于8度，所以，可不考虑竖向地震作用效应的计算和组合。对于大跨度的玻璃雨篷、通廊、采光顶等结构设计，应符合国家现行有关标准的规定或进行专门研究。
按照以上说明，幕墙结构构件承载力设计中，理论上可考虑下列典型组合工况：
1．1．2G+1．0×1．4W
2．1．0G+1．0×1，4W
3．1．2G+1．0×1．4W十O．5×1．3E
4．1．0G+1．0× 1．4W+0．5 × 1．3E
5．1. 35G+0．6×1．4W(风荷载向下)
6，1．0G+1．0×1．4W(风荷载向上)
7．1．35G
以上组合工况中，G、W、E分别代表重力荷载、风荷载、地震作用标准值产生的应力或内力。对不同的幕墙构件应采用同的组合工况，如第5、6项一般仅用于水平倒挂幕墙的设计。另外，作用效应组合时，应注意各种作用效应的方向性，不同方向的作用效应是不能进行组合的。
5．4．4 根据幕墙构件的受力和变形特征，正常使用状态下，其构件的变形或挠度验算时，一般不考虑不同作用效应的组合。因地震作用效应相对风荷载作用效应较小，一般不必单独进行地震作用下结构的变形验算。在风荷载或永久荷载作用下，幕墙构件的挠度应符合挠度限值要求，且计算挠度时，作用分项系数应取1.0。
5．5 连接设计
5．5．1 幕墙的连接与锚固必须可靠，其承载力必须通过计算或实物试验予以确认，并要留有余地，防止偶然因素产生突然破坏。连接件与主体结构的锚固承载力应大于连妾件本身的承载力，任何情况不允许发生锚固破坏。
安装幕墙的主体结构必须具备承受幕墙传遍的各种作用的能力，主体结构设计时应充分加以考虑。
主体结构为混凝土结构时，其混凝土强度等级直接关系到锚固件的可靠工作，除加强混凝土施工的工程质量管理外，对混凝土的最低强度等级也应加以要求。为了保证与主体结构的连接可靠性，连接部位主体结构混凝土强度等级不应低于C20。
5．5．2 幕墙横梁与立柱的连接，立柱与锚固件或主体结构钢梁、钢材的连接，通常通过螺栓、焊缝或铆钉实现现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017对上述连接均作了规定，应参照执行。同时受拉、受剪的螺栓应进行螺栓的抗拉、抗剪设计；螺纹连接的公差配合及构造，应符合有关标准的规定。
为防止偶然因素的影响而使连接破坏，每个连接部位的受力螺栓、铆钉等，至少需要布置2个。
5．5．3 框支承幕墙立柱截面较小，处于受压工作状态时受力不利，因此宜将其设计成轴心受拉或偏心受拉构仁。立柱宜采用圆孔铰接接点在下端悬挂，采用长圆孔或椭圆孔与下端连接，形成吊挂受力状态。
5．5．4 幕墙构件与混凝土结构的连接，多数情况应通过预埋件实现，预埋件的锚固钢筋是锚固作用的主要来源，混凝土对锚固钢筋的粘结力是决定性的。因此预埋件必须在混凝土浇灌前埋入，施工时混凝土必须密实振捣。目前实际工程中，往往由于未采取有效措施来固定预埋件，混凝土浇注时使预埋件偏离设计位置，影响与立柱的准确连接，甚至无法使用。因此，幕墙预埋件的设计和施工应引起足够的重视。
5．5．5 附录C对幕墙预埋件设计作了一般规定。对于预埋件的要求，主要是根据有关研究成果和现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010。
L．承受剪力的预埋件，其受剪承载力与混凝土强度等级、锚固面积、直径等有关。在保证锚固长度和锚筋到埋件边缘距离的前提下，根据试验提出了半理论、半经验的公式．并考虑锚筋排数、锚筋直径对受剪承载力的影响。
2。承受法向拉力的预埋件，钢板弯曲变形时，锚筋不仅单独承受拉力，还承受钢板弯曲变形引起的内剪力，使锚筋处于复合应力状态，在计算公式中引入锚板弯曲变形的折减系数。
3．承受弯锋的预埋件，试验表明其受压区合力点往往超过受压区边排筋以外，为方便和安全考虑．受弯力臂取外排锚筋中心线之间的距离，并在计算公式中引入锚筋排数对力臂的折减系数。
4，承受拉力和剪力或拉力和弯矩的预埋件，根据试验结果，其承载力均取线性相关关系。
5．承受剪力和弯矩的预埋件，根据试验结果，当V／Vu0＞O.7时，取剪弯承载力线性相关；当V／Vu0≤0．7时，取受剪承载力与受弯承载力不相关。这里，Vu0为预埋件单独承受剪力作用时的受剪承载力。
6，当轴力N＜O．5fcA时，可近似取M-0.4NZ=0作为受压剪承载力与受压弯剪承载力计算的界限条件。本规范公式(C．O．1-3)中系数0．3是与压力有关的系数，与试验结果比较，其取值是偏于安全的。
承受法向拉力和弯矩的预埋件，其锚筋载面面积计算公式中拉力项的抗力均乘以系数0．8，是考虑到预埋件的重要性、受力复杂性而采取提高其安全储备的折减系数。
直锚筋和弯折锚筋同时作用时．取总剪力中扣除直锚筋所能承担的剪力，作为弯折锚筋所承受的剪力，据此计算其截面面积：
根据国外有关规范和国内对钢与混凝土组合结构中弯折锚筋的试验研究表明，弯折锚筋的弯折角度对受剪承载力影响不大。同时，考虑构造等原因，控制弯折角度在15°-45°之间。当不设置直锚筋或直锚筋仅按构造设置时，在计算中应不予以考虑，取As=0。
这里规定的预埋件基本构造要求，是把满足常用的预埋件作为目标，计算公式也是根据这些基本构造要求建立的。
在进行锚筋面积As计算时，假定锚筋充分发挥了作用，应力达到其强度设计值fy。要使锚筋应力达到fy而不滑移、拔出，就要有足够的锚固长度，锚固长度la与钢筋型式、混凝土强度、钢材品种有关，可按附录(C.0．5)式计算。有时由于la的数值过大，在幕墙预埋件中采用有困难，此时可采用低应力设计方法，即增加锚筋面积、降低锚筋实际应力，从而可减小锚固长度，但不应小于15倍钢筋直径。
5．5．7 当土建施工中未设预埋件、预埋件漏放、预埋件偏离设计位置太远、设计变更、旧建筑加装幕墙时，往往要使用后锚固螺栓进行连接。采用后锚固螺栓(机械膨胀螺栓或化学螺栓)时，应采取多种措施，保证连结的可靠性。
5．5．8 砌体结构平面外承载能力低，难以直接进行连接，所以宜增没混凝土结构或钢结构连接构件。轻质隔墙承载力和变形能力低，不应作为幕墙的支承结构考虑。
5．6 硅酮结构密封胶设计
5．6．1 硅酮结构密封胶承受荷载和作用产生的应力大小，关系到幕墙构件的安全，对结构胶必须进行承载力验算，而且保证最小的粘结宽度和厚度。
隐框幕墙玻璃板材的结构胶粘结宽度一般应大于其厚度；全玻幕墙结构胶的粘结厚度由计算确定，有可能大于其宽度。当满足结构计算要求时，允许在全玻幕墙的板缝中填入合格的发泡垫杆等材料后再进行前、后两面的打胶。
5．6．2 硅酮结构密封胶缝应进行受拉和受剪承载能力极限状态验算，习惯上采用应力表达式。计算应力设计值时，应根据受力状态，考虑作用效应的基本组合。具体的计算方法应符合本规范有关条文的规定。
现行国家标准《建筑用硅酮结构密封胶》GB 16776中，规定了硅酮结构密封胶的拉伸强度值不低于0．6N／m2 。在风荷载或地震作用下，硅酮结构密封胶的总安全系数取不小于4，套用概率极限状态设计方法，风荷载分项系数取1．4，地震作用分项系数取1．3，则其强度设计值f1约为O．21-0．195N／m2 ，本规范取为o．2N／m2，此时材料分项系数约为3．0。在永久荷载(重力荷载)作用下，硅酮结构密封胶的强度设计值f2取为风荷载作用下强度设计值的1／20，即0．01N／m2。
5．6．3 幕墙玻璃在风荷载作用下的受力状态相当于承受均布荷载的双向扳(图5．2)，在支承边缘的最大线均布拉力为aw／2，由结构胶的粘结力承受，即：
在重力荷载设计值作用下，竖向玻璃幕墙的硅酮结构胶逢承受长期剪应力，平均剪应力τ可表示为：
剪应力τ不应超过结构胶在永久荷载作用下的强度设计值f2。
5．6．4 倒挂玻璃的风吸力和自重均使胶缝处于受拉工作状态，但是风荷载为可变荷载，自重为永久荷载。因此，结构胶粘接宽度应分别采用其在风荷载和永久荷载作用下的强度设计值分别计算，并叠加。
5．6．5 结构胶的粘结厚度τs由承受的相对位移us决定(图5．3)。在发生相对位移时，结构胶和双面胶带的尺寸τs变为τ's，伸长了(τ's-τs)。这一长度应在硅酮结构密封胶和双面胶带延伸率允许的范围之内。结构胶的变位承受能力占δ=(τ's-τs)／τs，取对应于其受拉应力为0．14N／m2 时的伸长率，不同牌号胶的取值会稍有不同，应由结构胶生产厂家提供。
楼层弹性层间位移角的限值，见本规范第4．2．6条的条文说明。
5．6．6 硅酮结构密封胶承受永久荷载的能力很低，不仅强度设计值f2仅为0．01N／m2 ，而且有明显的变形，所以长期受力部位应设金属件支承。竖向幕墙玻璃应在玻璃底端设支托；倒挂玻璃顶应设金属安全件。
6 框支承玻璃幕墙结构设计
6．1 玻 璃
6．1．1 幕墙玻璃面积较大，不仅承受较大的风荷载作用，且运犏安装过程的工序较多，其厚度不宜过小，以保证安全。从近几年幕墙工程设计和施工经验来看，6mm的最小厚度是合适的。夹层玻璃和中空玻璃的两片玻璃是共同受力的，如果厚度相差过大，则两片玻璃受力大小会过于悬殊，容易因受力不均匀而破裂。
6．1．2-6．1．3 框支承幕墙玻璃在风荷载作用下，受力状态类同四边支承板，可按四边支承板计算其跨中最大弯矩和最大应力。此应力与其他作用产生的应力考虑分项系数进行组合后，不应大于玻璃强度设计值fg。
玻璃板材的内力和变形采用弹性力学方法计算较为妥当，目前也有相应的有限元计算软件可供选择使用。但作为规范，为方便使用，也应提供简单、易行且计算精度可满足工程设计要求的简化设计方法。因此，本条对四边支承玻璃面板采用了弹性小挠度计算公式，并考虑与大挠度分析方法计算结果的差异，将应力与挠度计算值予以折减。
原规范JGJ102一％中，在风荷载作用下玻璃面板的应力计算公式为：
公式(6．1)是在弹性小挠度情况下推导出来的，它假定玻璃扳只产生弯曲变形和弯曲应力，而面内薄膜应力则忽略不计。弹性小变形理论的适用范围是：挠度df不大于玻璃板厚度t。
当玻璃板的挠度df大于板厚时，按(6．1)式计算的应力比实际的大，而且随着挠度与板厚之比加大，计算的应力和挠度偏大较多。由于计算的应力比实际大得多，计算结果不能反映玻璃面板的实际受力和变形状态，也会增加材料用量，而且规范规定的应力控制条件也失去了意义。
在原规范JGJ 102--96中，没有规定玻璃面板的挠度要求。实际上，与承载力设计一样．幕墙玻璃的变形设计也是幕墙设计的一个重要方面，因此，本次修订增加了该项内容。通常玻璃板的挠度允许值可达到跨度的1／60，对于跨度为1000mm、厚度为8mm的玻璃板．挠度允许值可达16mm，已为玻璃厚度的2倍．此时，按弹性小变形薄板理论计算的应力、挠度值会比实际值约大30％-50％。依此计算结果控制承载力和挠度，比实际情况偏严较多。
为此，对玻璃板进行计算时．应对原规范JGJ 102-96的弹性小变形理论的计算公式，考虑一个折减系数η予以修正，即本规范表6．1．2-2。
大挠度玻璃板的计算是比较复杂的非线性弹性力学问题，难以用简单公式表达，一般要用到专门的计算软件，针对具体问题进行具体计算分析。显然这对于常规幕墙设计是不方便的。
英国B．Aalami和D．C．Williams对不同边界的矩形板进行了系统汁算，发表于《Thin Plate Design For Tramverse Loading》一书中。根据其大量计算结果，适当简化、归并以利于实际应用，选择了与挠度直接相关的参量θ为主要参数，编制了表6．1。表中，参数θ的量纲就是挠度与厚度之比：
按计算结果，η数值随θ下降很快，即按小挠度公式计算的应力和挠度可以折减较多，为安全稳妥，在编制规范表6．1．2-2时，取了较计算结果偏安全的数值．留有充分的余地。按表6．1．2-2对小挠度公式应力计算结果进行折减，不仅减小了板材厚度、节省了材料，而且还有一定的安全余地。同样在计算板的挠度df时，也应考虑此折减系数η(表6．2)。
上海市建筑科学研究院分别进行了玻璃板在均布荷载作用下的试验研究，得到了与表6．1．2-2取值相似的结果。
从试验结果来看，玻璃破损是由强度控制的，钢化玻璃破坏时，其挠度甚至可达到跨度的1／30-1／40。因此，在满足基本构造要求的前提下，玻璃挠度控制条件不宜过严，以免限制了其承载力的发挥。对于四边支承的玻璃板，采用其短边边长(挠度)的1／60作为控制条件是合适的。由于在计算挠度时，采用风荷载标准值，同时又考虑大挠度影响对计算值加以折减，所以只要合理选用玻璃种类和厚度，应当是可以满足挠度限值要求的。