第42卷第1期2012年1月建筑结构Building Structure Vol．42No．1Jan．2012
《建筑抗震设计规范》在多高层钢结构房屋抗侧力构件连接计算规定中隐存的安全问题
121
刘其祥，陈青来，陈幼璠
（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］新颁布的《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）在多高层钢结构房屋抗侧力构件连接计算规定中隐存
w
的安全问题有：1）在表5. 4. 2的新规定中，把2001版抗震规范强制性条文中焊缝的承载力抗震调整系数γRE 由
0. 90降成了与梁的γb ；2）在8. 2. 8-1使原要求的强连接降成了二者之间并无强弱关系的“等强连接”RE 相同的0. 75，条中虽有弹性阶段“钢结构抗侧力构件连接的承载力设计值，不应小于相连构件的承载力设计值；高强度螺栓连接3的规定，但在不同连接抗力条件下如何计算？并没有给出计算公式，而把连接计算全都放在了8. 2. 8-不得滑移”
5条用极限承载力验算的方法上。经对该法的深入分析和验证，1条连接抗力的必其结果却又不能满足8. 2. 8-要条件，使规范中的极限承载力验算方法在抗侧力构件连接计算式中并不起控制作用，从而失去了它的验算价值，“强连接弱构件”使的基本原则在计算中并没有得到实施。
［关键词］钢结构；弱连接；等强连接；强连接；弱构件；强屈比；极限承载力中图分类号：TU391
文献标识码：A
848X （2012）01-0075-06文章编号：1002-
Safety problems of lateral force resistance joint calculation about multi-story and
tall steel structures in Code for seismic design of buildings
Liu Qixiang 1，Chen Qinglai 2，Chen Youfan 1
（1China Institute of Building Standard Design ＆Research ，Beijing 100044，China ；
2Shandong University ，Jinan 250061，China ）
Abstract ：There are safety problems of lateral force resistance joint calculation about multi-story and tall steel structures in Code for seismic design of buildings （GB 50011—2010）．In table 5. 4. 2，the seismic coefficient of welding seam γw RE reduced from 0. 9（former code ）to 0. 75，which leads the joint strength no stronger but equal that may against the mandatory term．Although the stipulation in item 8. 2. 8-1“design value of bearing capacity for lateral force resistance joint of steel structures ，should not be lower than that of the connected component ，and high strength bolt connection should not slip ”，we can only use the method in item 8. 2. 8-3 5to check the calculation for making strong joint．But the result even cannot satisfy the essential condition of resistance connecting force ，which makes the calculating method of the code about the ultimate bearing capacity for resisting lateral force member connections have no control function and lose its checking value．The basic principle of “the strength of connection should be stronger than that of component ”in the calculating formula is not put into effect．
Keywords ：steel structure ；weak joint ；equal strength ；strong joint ；weak member ；ratio of strength and yield ；ultimate bearing capacity
1
《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2010）［1］
强连接”只适用于某些主要构件抗震等级要求较低（如四级）的关键部位和虽然抗震等级较高（如一、二级）但并不是关键部位的连接。但对抗震等级较高（如一、二级）的某些主要构件的关键部位，必须。为此，的“强连接”宜将要采用高于“等强连接”
w
《新抗规》中γRE =0. 75的规定，按四到一级的抗震w
等级依次改为γRE =0. 75 0. 90（即将其中的上限w
值仍恢复到2001版抗震规范中γRE =0. 9的规定）。
（以下简称《新抗规》）表5. 4. 2和8. 2. 8-3 5条的背离了“强连接弱构件”的基本原则规定，
1. 1在《新抗规》表5. 4. 2中连接焊缝的承载力抗震调整系数γRE 被降为非强连接水平
在《新抗规》表5. 4. 2承载力抗震调整系数γRE
w 中，焊缝的γRE 由2001版抗震规范中的0. 90降低为
w
与梁的γ相等，即把原强制性条文中要求的强连。接降成了使二者之间毫无强弱关系的“等强连接”
w b
，与γRE =γRE =0. 75相对应的“等强连接”只是抗震
b
RE
使连接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（为什么不能用不低于组合内力设
Email ：lqx3960@sina．com 。作者简介：刘其祥，教授级高级工程师，
构件连接的最低要求，而不是“强连接”要求。“等
计值的1. 0 1. 2倍来计算？其理由和变换关系，详
w
10］）。《新抗规》见文［把γRE 改为0. 75，违背了“强
2）右侧柱连接的螺栓群中，螺栓除了承受式（8. 2. 8-还应有螺栓群在腹板弯矩作用下的竖向剪力之外，
所受的水平剪力，并将这两部分的剪力合成后，才能2）中对连接进行极限承载力的验算。但式（8. 2. 8-也没有此项计算内容。
8. 2. 5-1条，再看《新抗规》针对钢框架节点处的抗震承载力验算，对端部翼缘变截面的梁，其计算式就有塑性铰外移后，塑性铰处的剪力将对梁端弯2）中右边的第二项矩有增大的内容，见式（8. 2. 5-2）ΣW pc （f yc －N /A c ）≥Σ（ηW pbl f yb +V pb s ）（8. 2. 5-1）中，但在更为重要的梁柱连接的计算式（8. 2. 8-反而没有提供使塑性铰外移的加强连接的计算内容。
以上分析说明规范关于梁柱连接的计算式欠在条文规定中也缺乏前后内容的连贯性。缺，
2. 2《新抗规》8. 2. 8-3条梁柱连接算式不满足“不应小于等强连接”的必要条件
1）M j u ≥ηj M p 中的连接系数ηj 规范式（8. 2. 8-在表8. 2. 8（表1）中的取值偏小。以工形梁与工形柱在工厂全截面用焊缝相连为例（忽略腹板上下端有焊接工艺孔的削弱影响），使之能满足“抗弯等强”连接的要求，并以此来检验连接系数ηj 是否满足“等强连接”的必要条件。
1）满足弹性等强连接的“必要条件”规范式（8. 2. 8-时
的连接系数ηj 的修正结果
母材
牌号Q235Q345Q345GJ
连接弱构件”的基本原则。
1. 2“计算要点”8. 2. 8-3 5条所列的计算公式无实际指导作用
1条，在弹性阶段的8. 2. 8-规范作了对应于γRE
=γb “钢结构抗侧力构件连接的承RE =0. 75要求的不应小于相连构件的承载力设计值；高载力设计值，
（以下简称为“不应小于等强度螺栓连接不得滑移”
）的规定，但在不同连接抗力条件下如何用强连接”
计算来体现？却没有提供计算公式，而是把连接计3 5条用极限承载力验算的算全都放在了8. 2. 8-方法上。经对该法的分析和验证，其结果却又不满足“不应小于等强连接”的必要条件。这样，使《新抗规》在多高层钢结构房屋抗侧力构件的连接计算中失去了应有的指导作用。
2《新抗规》8. 2. 8-3条梁柱连接采用的极限承载力计算式存在的问题2. 1
8. 2. 8-3条梁柱连接计算式的计算内容欠缺8. 2. 8-3条梁与柱的刚性连接中，在《新抗规》
其连接受弯、受剪的极限承载力计算式为：
M j u ≥ηj M p
V j u ≥1. 2（2M p /l n ）+V Gb
（8. 2. 8-1）（8. 2. 8-2）
w
出现了在不同连接抗力条件下，计算式与计算内容2）中，不相吻合的矛盾，如在式（8. 2. 8-其腹板连接1）中又没有加的计算式只抗剪不抗弯，而式（8. 2. 8-两者的抗力模型与弹性阶段“不应强连接的内容，
小于等强连接”的受力模型发展到塑性阶段后的受力模型相矛盾。以框架梁与箱形柱在工地翼缘焊接、腹板栓接为例（这种结构和连接在我国用得最多），其腹板的连接抗力情况就有以下两种：
（1）当翼缘焊缝连接抗弯，腹板螺栓连接只抗2）是可以适用于此种情况，剪不抗弯时，式（8. 2. 8-但仅靠翼缘的连接抗弯，在弹性阶段是不满足“不应小于等强连接”要求的。为此，就必须将其做成以便符合使翼缘塑性铰外移的加强型的连接形式，
和加强板共同抗弯，腹板连接只抗剪的计算假定。1）中并没有塑性铰外移的加强型连但在式（8. 2. 8-接的计算内容。
（2）当翼缘焊缝连接抗弯，腹板螺栓连接除抗剪外还能抵抗部分弯矩作用时，如要满足弹性阶段“不应小于等强连接”要求时，也必须要在梁端设置设置加强板后也必然导致塑性铰外移，但在加强板，
1）中，式（8. 2. 8-也无相应的计算内容。再看其腹板的受力状况，由于腹板连接既受剪又受弯，梁腹板与
表1
本文中梁柱焊接连接计算用的n 和n k 规范中梁柱
按式（8）计算用的n k 焊接连接计按式（5）计算用的n
算用的ηj n =f u /f y （t ＞16mm ）k w =0. 2时的ηj k w =0. 25时的ηj k w =0. 3时的ηj
1. 401. 301. 25
取375/225=1. 67取470/325=1. 45取490/345=1. 42
1. 5361. 3601. 336
1. 50251. 33751. 315
1. 4691. 3151. 294
在弹性阶段的抗弯等强连接，就是梁端连接焊缝（或母材）的抗弯承载力设计值应等于梁截面的抗弯承载力设计值，即：
M j =M b max
梁的弹性截面模量，即：
W j =W b max
（2）
于是，上式就成了抗弯等强连接的“必要条件”和检验受弯构件是“强连接”还是“弱连接”的判别式。为了寻求弹性抗弯等强连接的承载力设计值与该连接用极限抗弯承载力表达时的内在关系，可在梁与柱的上述连接作法中，将连接焊缝（或母材）的极限1）M j u =ηj M p 的表达形抗弯承载力用规范式（8. 2. 8-式，并将其变为：
W pj f uj =ηj W p f y
（3）（1）
或梁端连接焊缝（或母材）的弹性截面模量应等于
注：由于用于Q235钢和Q345钢的自动焊、半焊剂和手工焊的焊条，其熔敷金属抗自动焊的焊丝、
拉强度的最小值，都分别大于Q235钢和Q345钢抗拉强度的最小值（如用于Q235钢的E43型焊条和用于Q345钢的E50型焊条，其熔敷金属抗拉强度
22
均分别的最小值分别为43kgf /mm 和50kgf /mm ，2
大于Q235钢和Q345钢抗拉强度最小值375N /mm 2
和470N /mm ）。因此，当对接焊缝的质量得到保证
1）的计算结果满足弹性等欲使规范式（8. 2. 8-，式中的ηj 应分别为n 和n k ，强连接的“必要条件”
Q345和Q345GJ ，当母材为Q235，式（8）中k w 分别
j
式M u ≥ηj M p 中ηj 的修正为0. 20，0. 25，0. 30时，
值n 和n k 见表1。
1）中的M j p 按规范规定，在计算规范式（8. 2. 8-和M p 时，须用《高层民用建筑钢结构技术规范》（JGJ 99—98）［2］（以下简称《高钢规》）表2. 0. 6中不同板厚的f u 和f y ，或用表2中不同板厚的f u 和f y 的最小值；而在计算式（5）和式（8）中，式中的n 同样也是用上述表中对应的f u 和f y 值。但其结果是，表1中的n 和n k ，均大于《新抗规》表8. 2. 8中的
j
ηj ，说明式（5）和式（8）中M u 的计算结果必然大于
其破坏面多发生在与对接焊缝交接处的母材截时，
面上。换句话说，名义上W pj f uj 虽为对接焊缝的极限抗弯承载力，实则为焊缝截面对应在母材截面上即W pj f uj =W p f u 。的极限抗弯承载力W p f u 所决定，
（1）第一种计算方法
在式（3）中由于W pj =W p ，f uj =f u ，并令f u =n f y ，从而式（3）变为：
nW pj f y =ηj W p f y
阶段的式（3）中就已存在W j =W
b
max
1）中M j u 的计算结果。这就说明规规范式（8. 2. 8-1）M j u ≥ηj M p 不满足“不应小于等强连范式（8. 2. 8-j
接”的必要条件，使规范式M u ≥ηj M p 在验算中不起
（4）
的关系。同样在
再从梁端焊缝截面与梁截面相同来看，由于在弹性塑性阶段的式（4）中也必然存在W pj =W p 的关系，由此可得ηj =n 。并将其代入式（4）可得：
M j u =nM p
上式为将弹性抗弯等强连接（M =M
j
b
max
而失去了它的验算价值。控制作用，
高层建筑结构部分钢板的力学性能
（GB /T 19879—2005）［3］
牌号
质量等级B E B E
屈服点f y /MPa
表2
（5）
），改用极限
6 16≥235≥345
抗拉强度标准制定的
f u 屈强比u 钢板厚度t /mm
2（强屈比n ）＞16 35＞35 50＞50 100/N/mm
235 355225 345215 335400 510u ≤0. 80
（1. 51）（1. 53）（1. 56）（1. 28）（n ≥1. 25）345 465335 455325 445490 610u ≤0. 83（1. 35）（1. 36）（1. 37）（1. 24）（n ≥1. 20）
j
承载力表达时，则规范式M u ≥ηj M p 中的ηj 必须要
Q235GJ Q345GJ
等于n 。n =f u /f y 为钢材的抗拉强度选用值与屈服强度选用值之比，即强屈比。
再将式（4）变为下式：
W pj =ηj W p /n
“等强连接”的必要条件，而成为弱连接。
（2）第二种计算方法
［6］
“屈服点”“抗拉强度”注：在表中和下增加了带括号的数字，其
（6）
数字为该栏数据中最大值与最小值之比。
由上式可发现，当ηj ＜n ，则W pj ＜W p ，因其不满足
【例1】框架梁与柱刚性连接的计算实例。设有一抗震框架梁，截面为H400ˑ 250ˑ 10ˑ 20，柱为H 形截面，钢材为Q235，梁端为工厂连接试分别用弹性和极限承载力计算该连接焊缝焊缝，
所需的截面模量W j 和W pj 。
2
f y 计算中的有关数据：Q235的f u =375N /mm ，
翼缘连接的极限承载力按焊缝（钢材）的抗拉强度计算，腹板连接的极限承载力按焊缝连接处钢材的屈服强度计算。则式（3）可变为以下表达形式，即：
W pfj f u +W pwj f y =ηj W p f y
（7a ）
将式中左边的f y 用f u /n 表示，并设k w 为腹板的塑性截面模量与梁全截面塑性截面模量之比，则式（7a ）可变为：
（1－k w ）W pj f u +k w W pj f u /n =ηj W p f y
［（1－k w ）+k w /n ］W pj f u =ηj W p f y n ［（1－k w ）+k w /n ］W pj f y =ηj W p f y
得ηj =n k 。并将其代入式（7b ）可得：
M j u =［n （1－k w ）+k w ］M P =n k M p
（8）（7b ）
设n k =n （1－k w ）+k w ，由于W pj =W p ，由此可
=225N /mm 2；梁的弹性截面模量为W b max =2000
3
cm 3，塑性截面模量为W p =2224cm 。
（1）当连接按弹性抗弯等强连接计算时
b
M j =M b max 即W j f =W max f 。须将梁端全截面用b 3
对接焊缝才能得到W j =W max =2000cm 。对应于按
极限抗弯承载计算时的截面模量W pj =W p =2224cm 3。
（2）当连接用极限抗弯承载力计算时梁的塑性弯矩：
M p =W p f y =2224ˑ 103ˑ 225=500. 4kN ·m
翼缘连接的塑性截面模量：
78
建筑结构2012年
W pfj =250ˑ 20ˑ （400－20）=1900ˑ 103mm 3
翼缘的极限抗弯承载力：
M ufj =W pfj f u =1900ˑ 103ˑ 375=712. 5kN ·m
M ufj /M p =712. 5/500.4=1. 42＞1. 4（满足要求）。
上述计算揭示了如用规范式M ≥ηj M p 验算梁只需用翼缘的塑性截面模量算得与柱的刚性连接，
的极限抗弯承载力W pfj f u =712. 5kN ·m 就能满足M ≥1. 4W p f y 的要求。远小于弹性抗弯等强连接W j =2000cm 3发展成塑性后用极限抗弯承载力计算时连接所需的W pj =W p =2224cm 的结果，说明1）M j u ≥ηj M p 在验算中不起控制作规范式（8. 2. 8-用，无验算价值。3
《新抗规》8. 2. 8-4条支撑连接和拼接的极限承载力计算式存在的问题
3. 1支撑与柱用对接焊缝连接或支撑用拼（连）接3）中的ηj 值偏小规范式（8. 2. 8-板加角焊缝拼接，
如将弹性抗拉等强连接的支撑，即N =N
j
br
max
3
j u
j u
（2）在塑性阶段如用式（9）N j ubr ≥nA br f y 计算，式中n =f u /f y =375/235=1. 596，则支撑所需对接焊缝或拼接板的截面面积为：375A brj ≥1. 596ˑ 235A br ；
2
得A brj ≥1. 596ˑ 235ˑ 7228/375=7228mm ，结果
同（1）。
2
f y =也可在A brj f u ≥nA br f y 中取f u =400N /mm ，
320N /mm 2，强屈比n =400/320=1. 25，将其代入A brj f u ≥nA br f y ，即400A brj ≥1. 25ˑ 320A br ，得A brj ≥1. 25ˑ 320ˑ 7228/400=7228mm 2，结果仍同（1）。证明其连接计算，最能适应表2中f u 和f y 二元动态强度中的取值。
（3）如按规范式（8. 2. 8-3）N j ubr ≥ηj A br f y 计算，查表8. 2. 8（或查表3）得ηj =1. 25，则支撑所需的对接焊缝或拼接板的截面面积为：375A brj ≥1. 25ˑ 235A br ，由此可得：
A brj ≥1. 25ˑ 235ˑ 7228/375=5662mm 2＜7228mm 2
这一结果，只相当于弹性抗拉等强连接所需对接焊缝或拼接板截面面积的5662/7228=0. 783倍。不起控制作用，即使在非抗震构件的连接中，也绝对不会采用这样很不安全的结果。因此规范式（8. 2. 8-3）N j ubr ≥ηj A br f y 在焊接连（拼）接验算中也无验算价值。
3. 2支撑与柱用螺栓连接或拼接时规范式（8. 2. 8-3）N j ubr ≥ηj A br f y 存在的问题
3. 2. 1不适用于在栓孔净截面处的极限承载力验算
，改
不论是对接焊的焊缝，还是拼用极限承载力计算时，
（连）接板加角焊缝的拼（连）接板，规范式（8. 2. 8-3）N j ubr ≥ηj A br f y 中的ηj 也必须是ηj =n ，见下式。
j
根据N ubr =A brj f uj ≥ηj A br f y ，由于A brj =A br ，f uj =
f u ，并令f u =nf y ，从而式（3）变为：
nA brj f y ≥ηj A br f y
由此可得n =ηj ，则：
N j ubr =A br f u ≥nA br f y
（9）
但在《新抗规》表8. 2. 8中“焊接”下的ηj ，也都小于表3中“焊接”下的n （n =f u /f y ），说明也不满足“不应小于等强连接”的必要条件，也无验算价值。
【例2】中心支撑用对接焊缝连接或用拼（连）接板加角焊缝拼接的计算实例。
设有一抗震钢框架-中心支撑（按受拉计算），其截面为H200ˑ 204ˑ 12ˑ 12，钢材为Q235，由于支撑材料的长度不够，需要在工厂拼接加长。其方法可用对接焊缝焊接，也可在钢材的翼缘和腹板上用拼接板和三面角焊缝来拼接。试分别求支撑对接焊缝和拼接板所需的截面面积（其中拼接板中的角焊缝计算略）。
2查《高钢规》表2. 0. 6得Q235的f u =375N /mm ，2
f y =235N /mm 2，支撑的截面面积A br =7228mm 。
为了便于讨论，先计算一个栓接支撑的实例。【例3】中心支撑的截面、。其与钢材同【例2】柱的连接作法同图1。经弹性阶段等强连接计算在拼接缝两侧的上下翼缘和腹板各用了4个M22（呈2行2列布置）10. 9级的高强度螺栓与双拼接板和支撑摩擦型连接，抗滑移系数为0. 45（其计算过程略），由于在大震下很可能由摩擦型连接变为承压型连接。试验算支撑在螺栓净截面上（有6个螺栓孔）的极限承载力。
（1）检验是否满足规范式（8. 2. 8-3）N j ubr ≥ηj A br
f y 的要求。
2
A nbr =7228－6ˑ 12题解：已知A br =7228mm ，
j
ˑ 24=5500mm 2，则式左N ubr =A nbr f u =5500ˑ 375
=2063kN ，式右ηj A br f y =1. 3ˑ 7228ˑ 235=2208kN ＞N j ubr ，说明支撑净截面的极限承载力不满足受该支撑用栓接的方案不成立，只能改用非螺力要求，栓连接的方案。
（2）解决办法，由于中心支撑（图1）的良好延性是靠支撑在大震时拉杆发生屈服、压杆发生整体
（1）按弹性阶段连接承载力“不应小于等强连接”的要求，其对接焊缝或拼接板的拉力设计值，应满足式A brj f ≥A br f 的要求，由此可得对接焊缝或拼
2
即A brj ≥7228mm 。接板所需截面面积为A brj ≥A br ，
是得不出这一结论的，且在规范的条文中也未提及这一重要问题。
（3）用上述方法进行题解：已知A br =7228mm 2，A nbr =5500mm 2，n jm =A nbr /A br =0. 761，则应采用屈强比的最大值u max ＜0. 761的钢材。即只要钢材实测值的f ymax ＜0. 761f u 即可。例如当用于支撑
2
只要f y 在钢材实测的强度值为：f u =375N /mm 时，
235 280N /mm 2之间，则都能满足式（11）的要求。
22
再如f u =400N /mm 时，只要f y 在235 300N /mm
图1支撑与框架的连接节点
之间，也都能满足式（11）的要求，等。
22
现将f u =400N /mm 和f ymax =300N /mm 代入
失稳来实现的。且拉压受力在图1的支撑上交替循环进行，为此在计算中必须使支撑在受力最薄弱的螺栓孔净截面的极限承载力大于支撑的屈服力，如下式所示：
A nbr f u ＞A br f y
（10）
由于上式中f u 和f y 的值在钢材生产中有较大波动性，因此在计算中必须考虑式中二元强度所构成的不同屈强比（表2）对支撑螺栓孔净截面受力带来的不利影响。为此特将上式表达变换为：
A nbr /A br ＞f y /f u =u
（11）
式（11）说明，钢材屈强比的最大限值u max 必须要小于支撑净截面与毛截面的面积比（以下简称净毛截面比n jm ）。否则在大震下，中心支撑尚未屈服前，支撑就会在螺栓孔的净截面上发生断裂破坏。但根据笔者对国标H 型钢的统计，在全栓拼接中，M22时，当连接螺栓用M20，支撑所用H 型钢的净毛截面比n jm 在0. 735 0. 823之间。如执行《新抗3. 9. 2-3条1）款的规定，规》取其屈强比的最大限值u max =0. 85时，则在抗震结构的中心支撑中，根本就不能采用全栓拼接的连接形式。就连规范在表3中“支撑连接”下“螺栓连接”中所规定的ηj 值就不应存在。如果用表2中的Q235GJ 钢，取其u max =0. 8时，也只有个别H 型钢截面可用于全栓拼接的支撑中。为了能彻底解决这个问题，其办法有：1）只要把栓接支撑所用钢材的屈强比最大限值减小到小于“净毛截面比”的数值即可。例如在【例3】中，只要将支撑钢材屈强比的最大值控制在小于0. 76即可。这就需要在设计全栓拼（连）接的支撑中，宜用较低强度的钢材（因在低强度的钢材中，比较容易实现降低屈强比的最大限值），且在设计和钢材订货文件中，对用于栓接中的支撑钢材，除应注明所采用的牌号、等级外，还应加上“屈强比限值”的附加保证要求。2）如在订货中不能解决，则只有采用非螺栓3）N j ubr ≥ηj A br f y 连接的其他作法。而规范式（8. 2. 8-
式（11）A nbr f u ＞A br f y 即得：5500ˑ 400=2200kN ＞7228ˑ 300=2168kN ，满足要求，如其中的f y ＜300N /mm 2更能满足要求。
j
讨论：为什么在此例中用规范式N ubr ≥ηj A br f y
j
计算失败？因为规范在该式N ubr 中所用的f u =
375N /mm 2，ηj A br f y 中的ηj f y ，即所用的最大屈服强
2
因此在该度为f ymax =ηj f y =1. 3ˑ 235=306N /mm ，
例中实际上采用的最大屈强比为u max =306/375=0. 816，大于本例中的n jm =0. 761，所以计算失败。
从这里还可以得到如下结论，如不改用笔者的
j
方法，而用规范式N ubr ≥ηj A br f y 计算，其结果对于
Q235钢，只能在栓接支撑中使用H250ˑ 250ˑ t w ˑ t f 这样一种型号的H 型钢，且连接螺栓还必须限定为不大于M20（因为该型号的H 型钢，其n jm =0. 823）。对于Q345和Q345GJ 钢，因在规范式中实际所用的最大屈强比分别为u max =1. 25ˑ 345/470=0. 918和u max =1. 2ˑ 345/490=0. 845，则所有H 型钢都不能用于栓接支撑中。
3. 2. 2连接螺栓按规范式（8. 2. 8-3）作抗剪验算，式中的ηj 值偏小
在支撑的栓接计算中，当其在大震下由摩擦型连接转变为承压型连接时，螺栓群抗剪最不利的受力条件是：如把螺栓的抗拉强度按国家标准波动值而把作用在螺栓群中支撑的屈服中的最小值取值，
强度取国家标准波动值中的最大值，或取抗拉强度在国家标准波动值中的最大值乘以栓接支撑“净毛截面比”后的值，再取二者中之较小者来计算支撑的最大屈服力。为此螺栓群的极限抗剪承载力应符合下式要求：
N j ubr =mn v A e 0. 58f umin ＞A br f ymax
（12a ）
j
或N ubr =mn v A e 0. 58f umin ＞ηs A br f ymin （12b ）
式中：m 为连（拼）接一侧的螺栓数目；n v 为受剪面数目；A e 为一个螺栓在螺纹处的有效截面面积；ηs
为连接系数，宜取ηs =f ymax /f ymin 和ηs =f umax n jm /f ymin 中的较小者。
【例4】3）和式（12b ）分别试用规范式（8. 2. 8-中螺栓的极限抗剪承载力。检验【例3】
（1）按规范式（8. 2. 8-3）N j ubr ≥ηj A br f y 计算
j
式左N ubr =mn v A e 0. 58f umin =12ˑ 2ˑ 303. 4ˑ
不同板厚中f u 与f y 之比的数值n ，或改用表2不同n 值详见表3板厚中f u 与f y 最小值之比的数值n ，
及表下的注2）。在栓接连接中，须将规范式中的连ηs 值详见3. 2节中的讨论。接系数ηj 改为ηs ，5
结语
按《新抗规》提供的连接计算式，不要说应满足抗震连接的“强连接”要求，就连最低标准的“等强连接”都不能满足，如果再用规范推荐的不满足“等强连接”的构造图来进行抗侧力构件的连接设计，总的来说，反而还不如2001版抗震规范的连接设计安全，因为在2001版抗震规范的构件连接设计规定虽然也同样存在不满足“等强连接”设计的计算中，
也存在构件连接并不抗大震的安全公式和构造图，隐患
［10，11］
0. 58ˑ 1040=4392kN 。式右ηj A br f y =1. 3ˑ 7228ˑ 235=2208kN ＜4392kN （安全）。
（2）按式（12b ）N j ubr =mn v A e 0. 58f umin ＞ηs f ymin A br
计算
式中ηs =f ymax /f ymin =355/235=1. 51或ηs =500ˑ 0. 761/235=1. 62，取ηs =1. 51。ηj A br f y =1. 51ˑ 7228ˑ 235=2565kN ＜4392kN （安全），但2565kN ＞2208kN ，即二者的计算主要取决于ηj 和ηs 的取值大小，本例因后者的ηs =1. 51大于前者的ηj =1. 3，后者比前者安全。
注：由于Q235钢（GB /T 700—2006）t ＜16mm
2
时，在国标中只有屈服点σs ≥225N /mm ，无波动的2
上限值。在此借用了Q235GJ 的f ymax =355N /mm 。
，但好在该规范的强制性条文中，把焊缝
w b
的承载力抗震调整系数γRE 规定为0. 9，梁的γRE 规
定为0. 75，使某些设计人员还能按此规定将抗侧力构件的连接承载力设计值不低于构件承载力设计值设计。而《新抗规》由于的1. 2倍来进行“强连接”
在其表5. 4. 2强制性条文中，把2001版抗震规范强
w
制性条文中焊缝的承载力抗震调整系数γRE 由0. 90
从【例4】的计算结果可以看出，在栓接支撑中，只要在弹性阶段满足了支撑用高强度螺栓摩擦连接不小于等强连接要求，在塑性阶段再验算其螺栓的极限抗剪承载力时，其承载力通常都很富裕。4
1）和（8. 2. 8-3）满足弹性等欲使规范式（8. 2. 8-综合上述2. 2和3. 2节的讨论，可总结为，如将1），（8. 2. 8-3）的计算结果满足弹性规范式（8. 2. 8-抗弯、抗拉“等强连接”的必要条件，在焊接连接中，须将规范式中的连接系数ηj 改用《高钢规》表2. 0. 6
1）和（8. 2. 8-3）满足使规范式（8. 2. 8-弹性等强连接的ηj 修正值
梁柱连接
母材牌号Q235Q345Q345GJ
焊接规范中的ηj 1. 401. 301. 25
见表1修正值n ，n k
螺栓连接
构件拼接支撑连接，焊接
螺栓连接
降成了0. 75，使2001版抗震规范中“强连接”的设中已不复存在。势必会给抗震计规定在《新抗规》
构件的连接设计留下安全隐患。
参
考
文
献
强连接的ηj 值的修正
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2010．建筑工业出版社，
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1998．中国建筑工业出版社，
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2001，31刚性连接节点的抗震设计［J ］．建筑结构，（8）：9-12．
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高层钢结构房屋梁柱刚性连接设计方法上的技术矛2010，40（6）：1-6．盾［J ］．建筑结构，
［11］刘其祥，陈幼璠，陈青来．介绍多高层钢结构房屋梁柱
刚性连接耐震型节点的形式及相关计算方法［J ］．建2010，40（6）：7-12．筑结构，
表3
规范中的ηj 修正值规范中的ηj 修正值规范中的ηj 修正值
ηj ηj ηj ηs ηs n 1. 451. 351. 30
见注3）
1. 251. 201. 15
1. 671. 451. 42
1. 301. 251. 20
见文中
3. 2节讨论
《新抗规》注：1）表中未列入表8. 2. 8中柱脚的内容；2）表中所，“焊接”有构件连（拼）接中下的n 值系查《高钢规》表2. 0. 6中，Q235钢t ＞16 40mm ，Q345钢t ＞16 35mm 的f u 和f y ，及表2中Q345GJ 钢t ＞16 35mm 的f u 和f y 的下限值代入式n =f u /f y 而得；3）梁柱连接中的螺栓连接，因其在腹板连接中既受梁腹板塑性弯矩又受梁端剪力的共同作用，其螺栓的受力计算比支撑要复杂很多，如采用了塑性铰外移的加强式或削弱式的作法，就能使梁端不远处形成塑性铰时梁端还处于弹性受力状态，因此就没有必要再对梁端腹板的连接螺栓进行极限承载力验算。