《健筑抗震设计规范》在多高层钢结构房屋 抗侧力构件连接构造规定中存在的安全问题
刘其祥，陈青来”，陈幼
（1中国建筑标准设计研究院，北京100044；2山东大学，济南250061）
[摘要]新额布的（建筑抗震设计规范）（CB50011-2010）在“钢框架结构的抗震构造措施“中所推荐的框架梁与柱的现场连接和框架柱与梁悬臂段的连接是属于弱连接构造而非强连接构造.分析了造成差错的根本原因，指 出了规范中推荐的连接构造和采用的极限承载力计算公式均存在缺陷，用极限承载力计算方法验证了规范推荐的上述连接抗力不足存在安全隐患，据此，提出了加强连接的构造做法及其相应的计算建议.
[关键词]抗震设计；钢结构：抗侧力：屈服强度：抗拉强度：强屈比：连接的极限承载力
中图分类号：TU391 1文献标识码：A文章编号：1002-848X（2012)02-0107-06
Safety problems of lateral force resistance joint construction about multi-story and tall steel structures in Code for seismic design of buildings
Liu Qixiang* Chen Qinglai* Chen Youfan
( 1 China Institute of Building Standard Design & Research Beijing 100044 China;2 Shandong University Jinan 250061 China )
Abstraet: The frame beam and column conections and frame colm and cantilever besm connections remended byaq em a usn qm1 o xm q s 1ou ae * (0101100s 8 ) xFupg / up w m ap)capacity calculation method it is verified that the resistance force of the joints above-mentioned is insuficieney and existshidden safty danger. The fundamental esns fo eors were analzd. The connecti sructuse and the femuls of te ultimate bearing capacity calelation method remended by the cade hare fauls. The method of enhancing conectstructure and the corresponding caleulating suggestion are put forwand.
Keywords: seismic design; steel structure; lateral foree resistanee yield strength; tensile strength; ratio of strength and yield; ultimate bearing capacity of joint
弱，使连接焊缝的弹性截面模量减少到只有框架染 弹性截面模量的92%-95%，使连接的抗弯承载力设计值减小5%-8%（系根据国标热轧窄翼缘H（YB3301-92）常用于梁截面高度h =400~ 600mm时的统计结果），实际上已小于等强连接的要求.
1 侧力构件连接构造中的问题 （键筑抗震设计规范》（GB50011-2010）在抗
建筑抗震设计规范）（GB50011--2010）（简称新《抗规》）8.3.4-3条规定“工字形柱（绕强轴）和箱形柱与梁刚接时（图1）应符合下列要求：一级和二级时宜采用能将塑性较自梁端外移的端部 扩大形连接、梁端加盖板或骨形连接”.
新抗规》8.3.44条规定“框架梁采用悬臂梁段与柱刚性连接时（图2，笔者注：该图可用于工字形柱也可用于箱形柱），悬臂梁段与柱应采用全焊 接连接此时上下翼缘焊接孔的形式宜相同.梁的现场拼接可采用翼缘焊接腹板螺栓连接或全部螺栓连接”.
图1框架梁与柱的现场连接
上述规定及新《抗规》推荐的连接构造图均不满足8.2.8-条连接的承载力设计值不应小 于相连构件的承载力设计值"的规定要求.如在图2中，即使是工字形梁与工字形柱在工厂用全焊接连接尽管这种连接是图1和图2中连接抗力最好的一种，但由于腹板上有上下翼缘焊接孔的削
在图2中，如是工字形梁与箱形柱在工厂用全焊接连接除腹板也有焊接孔外，还应考虑在与梁截 面高度对应于箱形柱段两横板之间因无竖向加劲
注：膜板已补上焊接工艺孔.
图2框架柱与梁悬臂段的连接
肋其外围的柱壁板只能部分承受梁腹板上的弯矩，其连接抗力可以确定比上述的情况还要差.
在图1中当为工字形梁与工字形柱在工地进行栓焊连接时除腹板有焊接孔外其翼缘连接焊缝 的强度理应按钢结构设计规范的规定乘以折减系数0.9.综合以上不利因素后其连接的抗弯承载力设计值大约只有梁截面抗弯承载力设计值的83%-86%则更显著小于等强连接.
当为工字形梁与箱形柱在工地进行栓焊连接时还因存在与梁截面高度对应于箱形柱段两横隔板之间无竖向加劲肋的构造缺陷，其连接抗力只会比与工字形柱连接的更差.
2新《抗规》在抗震构造措施中的规定不满足 8.2.8-条连接计算要求的原因分析
在新（抗规38.3.4-3条的第5）款中对连接抗力严重不足的图1为什么只对抗震等级为一、二级时作了“宜”采用加强的规定，且也只是在条文解释中计算要求？在8.3.44条对连接抗力不足的图2，为 推荐了定性的加强形式，而无加强连接方面的定量什么却对抗震等级为四级到一级都不作加强连接的规定？其原因在于新《抗规》采用式M≥nM，计算关.而导致n，值错误的原因是没有与8.2.8-1 时与表8.2.8中连接系数n，值的错误规定密切相条的规定挂钩，致使错误不能自我发现和纠正、以为当梁的钢材分别为Q235Q345Q345GJ时，只要连接焊缝的塑性截面模量能够满足框架梁塑性截面模量的n;/n倍（见文[2]式（6），W，=n;W /n的由 来）则其连接的极限抗弯承载力就可分别达到梁截面全塑性弯矩n （n =1.40 1.3，1.25）倍的强度储备（见新《抗规》表8.2.8或文[2]表1中π；数值）.所以在图2中当框架梁与工字形柱（或箱形柱）相连时（规范并未对框架梁与这两种柱的连接 区别看待的文字规定），如不考虑梁腹板上焊接工艺孔的削弱，其梁端连接焊缝的截面模量为W，=W，其连接的强度安全储备，就可分别达到n（n=1.671.45，1.42)倍（见文[2]表1 中n=f./f 的数
值）.所以在如此高的强度安全储备条件下，当然也就没有必要对图2作加强连接的处理.
的焊接连接中弹性抗弯等强连接与连接用极限承 但是，上述计算出现了如下偏差：1）在梁与柱载力计算之间本就存在逻辑关系，而规范中的计算式脱离了这一关系，从而进入了误区，致使n与逻辑链中的=出现了偏差（：2）在规范式M≥n.中其M名义上为对接焊缝的极限抗弯承载力，实力所决定从而这就涉及到在式M≥nM中母材 际上由焊缝截面对应在母材截面上的极限抗弯承载的f.和f在表1国家标准中最大“屈强比”给连接的强度安全储备所带来的不利影响没有被考虑：3）未考虑梁柱连接的构造缺陷（如焊接工艺孔对梁截区屈服强度的强化升高等综合因素对连接所产生的 面的削弱）和连接在大震大变形中引起框架梁塑性不利影响.尽管规范在确定连接系数n时，也考虑了超强系数和硬变硬化系数（见规范的条文解释），但这并不是问题的全部.在计算中如不完整地考虑接的错误结论. 以上三个因素必然就会得出对图2不需作加强连
3用极限承载力计算方法来检验图2梁与柱的连接在大震中是否需要加强的计算步骤
的悬臂梁段与工字形柱采用全焊接连接作为计算对 图2的抗震性能比图1好，现以图2中框架梁象按以下三个步骤来进行分析和计算.
3.1第一步其连接必须与弹性等强连接挂钩来建立极限承载力的计算式
接的计算式M=M改为连接用极限承载力计算 在文[2]中已推导了将图2由弹性抗弯等强连时其梁端第一、二种计算方法的极限抗弯承载力分别为M=aM 和M=nM的推导，式中n=f.1f和n=n（1-k）k.，即表示梁端连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力具有梁截面全塑性抗弯承载 力n和n倍的强度安全储备能力.
3.2第二步有了式M=nM，和M=nM，之后，强度储备带来的不利影响
由于式M=nM，和M=nM.中含有f.和f 两种强度，但在表1中f.和f，的强度值都有较大的 波动性（以表1中的Q235GJ为例其f，的强度波动值为f=235-355N/mm²，其波动的最大值可达235N/mm²的1.51倍f的强度波动值为f= 400-510N/mm²其波动的最大值为400N/mm²的1.28倍）.因此式M=nM和M=nM 中的f.和f 具
有二元动态强度取值的特性，即f.和f，不只限于取心并不在柱边，而是在距图2柱边h/4-h/3处表1中的最小值而是各有多个不同的f和f，值构成很多不同的强屈比n.显然，当n值愈大，其连接 的强度安全储备就愈大，当n值愈小其连接的强度安全储备就愈小.那么n在什么情况下会使连接的强度安全储备降到最低？这就必然要用到结构钢材在国家标准中强屈比n=f.f，的最小限值（表1最后一列）.在计算连接时，只要取标准中的最小强 屈比n（取其倒数即为最大屈强比）就可使连接的强度安全储备最小.
（h，为框架梁的截面高度）这是因为在梁端的焊接热影响区内有三向应力存在影响了梁端的塑性发 展，使塑性区稍稍外移，导致塑性铰处的剪力对梁端的作用弯矩有所增大.
（3）在大震中结构将产生较大位移（包括线位移、相对位移及在框架染塑性铰处的角位移），结形而引起的并由结构钢材具有不低于20%的伸长 构的较大位移，皆因在大震下结构发生较大塑性变率和在节点处的强连接来实现.当结构产生上述较大位移时必然也使梁端塑性较区的较大角变形进入强化阶段使弯曲应力升高（梁端较大角位移若只依赖不低于20%总伸长率中，仅占总伸长率10%左 右的屈服台阶是远远不够的），况且在地震的反复作用下还会使塑性较区的钢材产生应变硬化现象，使梁端塑性较区截面中的弯曲应力进一步升高.因的强化系数β从而也使梁端连接处的作用弯矩进 此在计算式中还应增设一个塑性铰区内屈服强度一步增大
以表1中的Q235GJ为例，如按规范的取值方法在f.和f，的强度中都取最小值时则其强屈比nM=nM而言就意味着连接的极限抗弯承载力是 =400/235=1.70（板厚：=6-35mm时），这对式梁截面全塑性抗弯承载力的1.70倍，其强度安全储备为1.70很安全.但如在表1的Q235GJ中取最小强屈比n=1.25（即相应的最大屈强比u1. 70降低到1.25. =0.8）时，就可使连接的强度安全储备由上述的
4用极限承载力计算方法来检验图2中梁与柱的连接是否需要加强的计算式
另外新（抗规33.9.2-3条第1）款对结构钢材所作屈强比的限值规定，不分钢材牌号一律都定为不应大于0.85使对应的最大屈服强度更接近于抗拉强度，从而使连接的强度安全储备又从上述的 1.25降到了只有1.176.
述第二步和第三步中的三个不利因素后，可用如下 在式M=nM和M=nM 的基础上，引I入上的计算式来检验：
(1)
高层建筑结构钢板的力学性能
4.1M的计算
( GB/T 19879-2005) [] 表1质量 星酸点 / (NPs 抗拉强展标准制定的号 等级 6 ~16 >16 ~ 35 >35 ~ 50 >51 ~ 100 /%/±m² 相板厚度/mm s. (强国比 x) 国强比.Q235GJ 3-8 235 355225 -345215 -335400 -510 11.51) (1.53) 11. 56) (1. 28)(≤>1.25 1 0.0QH5GJ >345 345-465315-455325 -445 490-610 c0.83390 -510380-500|370 490|490 -660 11.35)11.36) 11.3 (1.24)(≤>1.20) c0.85Q990GJ 3-8 0 11.3111. 32 11. 32) (1.3)(x>1.176)
当引入上述第二步和第三步中第（1）项的不利因素后在梁端连接焊缝（或母材）的极限抗弯承载力M有以下两种计算方法.
（1）计算梁端连接极限抗弯承载力M之方法一，系用翼缘和腹板连接焊缝的塑性截面模量乘以 焊缝（母材）的抗拉强度而得即：
(2)
式中：W，为梁端对接焊缝（或母材）的塑性截面模量，W，=中W，；中为因梁腹板上有焊接孔，导致焊缝（或母材）的塑性截面模量减小而设的折减系数，一 般为0.92-0.95;n为钢材的最小强屈比等于最大屈强比的倒数即n=1/;f，为对应于最大屈强比的屈服强度值，即f，="或f，=f.lni-
注：括号内的数字为该栏数据中最大值与最小值之比.
3.3第三步由于还有以下三个不利因素存在致使 连接的强度（安全）储备进一步降低和梁端作用弯 矩增大
（1）在框架梁端部的加工中，由于梁腹上有焊接工艺孔的削弱，使连接焊缝的塑性截面模量减少到只有框架染塑性截面模量的92%-95%，从而使 连接的极限抗弯承载力减小5%-8%（这与前面所提到的使连接的弹性抗弯承载力减小5%~8%的比例关系基本相同）.
（2）计算梁端连接极限抗弯承载力M之方法二系用翼缘连焊缝的塑性截面模量乘以焊缝（母材）的抗拉强度加上腹板连接焊缝有效塑性截面模量乘以母材的屈服强度而得即：
（2）文[4]等很多试验资料表明，塑性铰的中
(3a)
或者将文[2]中式（8）中后一项的k、改为，即可得到：
由V =2M/LV，设2M/.和Va.各占0.5V 即V=2M/1 并再设1 =20h 则V=4Mf/1 =4M_/20b，将其代入式（5）得梁端连接处的作用弯矩为：
M=[n( 1 -k ) k ]M = nM (3b)
式中：n为钢材的抗拉强度选用值与屈服强度选用值之比：，为腹板的塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k=W/W；k为腹板扣除焊接孔后的有效塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k=w.../w-
注：在a）b）中也可将f的数值代入式（2）和式（5）中直接求出M和M的具体数值.
4.2M的计算
式（1）中梁端对接焊缝处的作用弯矩M，当引入上述第二步和第三步中第（2）（3）项不利因素后按下式计算：
c）用M/M之比来判断.
表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁端的作用弯矩连接在大震中必将破坏，其连接必须要加强.
(4)
式中：β为框架梁塑性较区的钢材在大震下引起屈 M = β( M V x)服强度增大的强化系数，假定在式（4）中的（M.V.x）中隐含的屈服强度f 增量，只取为（f.-f.）/4.从而可得屈服强度的增大系数为β=1（n-1）/ 4（这是相对较小的系数）：M为距柱边x处梁截面的全塑性弯矩M，=W，f（式中的f、必须是由最大屈强比所决定的屈服强度值）：V，为在塑性铰中心处的剪力V，=2M/1V其中I为梁的净跨，V为梁在重力荷载代表值作用下按简支梁分析的 梁端截面剪力设计值；x为塑性铰中心距柱边的距离，可取x=h/4-h/3.
（2）方法二：按式（3）求M和用式（5）求M
=881×10mm.腹板焊接孔削弱后的有效塑性截 梁腹板的塑性截面模量W，=0.25×11×566面模量 W=0. 25×11 ×496²=677 ×10”mm².腹板塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比k.=881× 10² /2 863 × 10′ =0. 308.
塑性截面模量之比k =677×10²/2863×10²= 腹板焊接孔削弱后的有效塑性截面模量与梁的0. 236 5.
将上述B和x代入式（4）后即可得到梁端连接处的作用弯矩为：
a)求梁端连接的极限抗弯承载力.
用式（3b)计算：
将 n = 490/416. 7 = 1. 176 k = 0. 308 k =0. 236 5 代入式(3b) 得: M = [1. 176 × (1 0. 308) 0. 236 5 JM = 1. 050 3M -
(5)
5算例检验
【例1】设框架梁截面为H600×200×11×17，钢材牌号为Q345GJ.按新《抗规》3.9.2-3条第1） 款的规定取最大屈强比u.=0.85，即最小强屈比n=1/0.85=1.176 试计算图2中梁与柱的连接是否要加强？
b)求梁端连接处的作用弯矩.
M的计算同（1)中的 b)M=1.0962M -
M.
（1）方法一：按式（2）求M和用式（5）求M
10mm².腹板焊接孔R=35mm削弱的塑性截面模 梁全截面的塑性截面模量W，=2863×量为:W =11 × 35 ×[600 - 2 ×(17 17. 5) ] = 204× 10mm²- W/W = 204 /2 863 = 7.1% (取 7%) 即折减系数为=（1-0.07）=0.93.代入式（2）得：
用弯矩，连接在大震中必将破坏，其连接更应加强. 表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁端的作
【例2】设计条件同例1，但取f.=490N/mm²，最小强屈比n=1.2，对应的f，=408N/mm².分别按式（2）（5）和式（3）（5）计算，其结果见表2中的第2行.
【例3】梁截面同例1，钢材牌号为Q235GJ取f=400N/mm²最小强屈比==1.25，对应的f，=320N/mm².分别按式（2）（5）和式（3）（5）计算，其结果见表2中的第3行.
a）求梁端连接的极限抗弯承载力.
M= 0. 93 × n W f = 0. 93 × 1. 176M =1. 093 7M -
b)求梁端连接处的作用弯矩.
【例1】~【例4】的计算结果汇总
黑用对应于采用的 M .[1(s1 2 1[1(a1]] 方法 方法二=[|-1] 1 的f的/强星究4% 4% 4]6.71.17%1.085 1.09x 0.981.058 1.062M 0.958 8 1.381.13 1.1825 1.0121. 1.5 0.%84 33) 19 1101.1 10.94 321.41.34a1.167 1.1521.2371 1.1 1.0
【例4】梁截面同例1，钢材牌号为Q345取f= 470N/mm² .f = 325N/mm² 强屈比 n = 470/325=1.446.分别按式（2）《5）和式（3）5）计算其结果见表2中的第4行.
6对表2计算结果的说明和讨论
（1）在表2中M/M数据（也可将f的数值代入计算式中，直接求出MM和M的具体数值）小于1时，表明梁端连接的极限抗弯承载力小于梁 端的作用弯矩，此连接在大震中必将破坏而必须将连接加强.
（2）表2中第一行的强屈比n=1.176是取自新（抗规》第3.9.2-3条和表1中Q390GJ强屈比的取自表1中Q345GJ和Q235CJ强屈比的限值规定 限值规定-第2行n=1.2第3行n=1.25，是分别第4行的强屈比n=1.446是取自高层民用建筑钢结构技术规程）（JGT99-98）（简称（高钢规》)表2.0.6中的Q345，>16-35mm时由f=470N/mm²与f =325N/mm²之比而得.
（3）从表2的各行数据变化可以看出，当f.一定屈服强度f，越大强屈比n就越小连接的安全储备M/M也就越小.当f.一定，屈服强度f越小强屈比n就越大，连接的安全储备M/M也就越大.由此可见对连接安全威胁最大的应是n中的最小值.
（4）表2中最后一行的数据是f.和f，都取结构钢材国家标准中最小值条件下的计算结果，这是很不现实的.因为在供货的钢材中，供货方只保证在同一试件中分别不小于f和f在国家标准中的 最小值而不是保证f.和f同为最小值.正因为如此所以在国家标准中才有“强屈比“限值的规定.因此在连接设计中就应选用对连接安全储备最不利的最小强屈比（即屈强比的最大限值）来考虑.为此第4行中M/M，比值应排除在外，即不在考虑 之列.
（5）除去表2第4行的数据不考虑后，再看方法一中M/M比值其中虽有两行的比值大于1但其中最大的也仅仅只有4.2%的富裕量.如再从表
2中两种计算方法的合理性来分析，其中方法二比方法一更为合理，因为在方法一中存在腹板连接的f.强度都被腹板的塑性弯矩所独占，没有考虑腹板 上的剪力也应占有一部分f强度的弊端.为此再从余下较为合理的方法二中M/M比值来看比值都小于1，说明其连接在大震中都将破坏，在连接设计中都需要将连接加强.
高度对应的箱形柱段两横膈板之间无竖向加劲肋， （6）当工字形梁与箱形柱相连时，由于梁截面其外围的柱壁板只能承受部分梁腹板的塑性弯矩，所以其腹板连接的极限抗弯承载力在方法二的基础上还应乘以一个折减系数m即
如此一来，表2中M/M比值将更小，其连接在大震中更容易破坏，在连接设计中更需要将连接加强.折减系数m的算法可详见文[6].
8.3.4-3条和8.3.4-4条中除8.3.4-3条在对框架 通过以上几个算例足以证明，在新《抗规》梁与柱的现场连接的作法中，虽有“一级和二级时，宜采用能将塑性铰自梁端外移的端部扩大形连接、梁端加盖板或骨形连接“的规定外，其余都未作加强连接的规定是欠妥的.
7在连接设计方面应采取的改进措施
（1）通过以上几个算例充分证明新《抗规》把2001版《抗规》中焊缝的y由0.90降为0.75，使二者之间变成了毫无强弱关系的“等强连接”，也缺规定按抗震等级四级到一级依次改为y=0.75 乏理论根据.为此建议将新（抗规》中y=0.75的~0.90（即将其中的上限值仍恢复到2001版抗规》中y=0.9的规定）.使某些重要构件的重要部位如在梁柱节点连接中的连接焊缝连接加强后 的承载力设计值达到不低于构件承载力设计值的1.0 1.2倍.
（2）基于在新抗规》中所提供的连接计算公式实用价值较低因此须将其进行比较彻底的修改并使之能够适应在不同构件之间建立不同连接条件下 的计算式.
（3）在连接计算进行彻底修改时，建议进行如下改进：
1）在焊接连接中，可以不必分为两阶段来计算.因为对连接焊缝和母材，其弹性和塑性本来就 存在逻辑关系所以在弹性阶段，只需要将连接用计算式M²=（MrVr)求得的加强板的截面面积A与连接用极限承载力计算式M≥B（MV x）求得的加强板的截面面积A彼此相等为条件来进行推
