刘其祥抗规钢结构安全问题

发布时间：2021-06-06

第 42卷第 2期⒛ 12年 2月

建

筑

结

构

Ⅴol。

42No.2

Bui1ding Structure

Feb. 2012

震件

》规

范造规构

建《

设计连接

抗侧力构

在多高层钢结构房屋定申存在的安全问题l

I, 2,刘其祥陈青来陈幼蹯[摘要]

(1中国建筑标准设计研究院,北京 1000仳;2山东大学,济南 250061)(GB50011— 2010)在“新颁布的《建筑抗震设计规范》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 c分析了造成差错的根本原因,指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

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 c用极限承载力计

中图分类号:TU391

文献标识码:A

文章编号 nOO2-848x(2012)m Cl107~o6

safety problems of lateral force resistance joint construction about lnultiˉ storyand taⅡ steel structures in Co'纟 ror s召沁仞 Jc'纟 s愆刃 or J刃 J厶荫刀 gs

Liu Qixiangl,Chen Qinglai2,Chen Youfanl(1China Institutc of Building standard Design&Research,Bc刂 2 Shandong Univcrsity, Jinan250061, China ) Abstract: The frame bcam and columll co11neCtions and frame column and cantilcver bean1 conncctions rccommcnded byc。 de y。 r se氵 s,aaJc des哲

ing100044,China;

乃r9r31JiJJj刀

gJ(GB50011—

2010),are n。 t strong but weak joints Through using the uhilnatc bearing

capaci△ calcula"on method,it is vcri伍 ed that the rcsistance folcc of the joints above-mentioned is insufflciency and exists

hidden safety danger The fundamental reasons for errors werc analyzed, The con1lcction structurc and thc formuIa of the ultimatc bearing capacity caIculationⅡ letllod recommended by the code have faults, The nlcthod of enhancing conncctstructure and the corresPonding calculating suggesti° n are put fop盯 ard

Keywords:seismic dcsign; steel structurc; lateral f° rce resistancc; yicld strcngth; tcnsilc strcngth; ratio of strcngth and yield;ultimal|,bcaⅡ ng capacitv of joint

(GB建筑抗震设计规范》《

mO11~2010)在抗

侧力构件连接构造中的间题建筑抗震设计规范》(GB50011— 2010)[I]《“ (简称新《抗规》 )8.3.⒋ 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,宜采用能将塑性铰自梁端外移的端部”扩大形连接、梁端加盖板或骨形连接。 8.3⒋ 4条规定“新《抗规》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。上述规定及新《抗规》推荐的连接构造图,均不“ …¨ 8.28-1条满足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

弱,使连接焊缝的弹性截面模量减少到只有框架梁弹性截面模量的 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)常用于梁截面高度凡 b=硐 0~ 600mm时的统计结果 ),实际上已小于等强连接的要求。

型钢》(GB/Tt1263-98)和冶标《焊接

H型钢》

图 l框架梁与柱的现场连接在图

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膈板之间因无竖向加劲作者简介:刘其祥,教授级高级工程师,Em缸 l:lqx3960@⒍ na com。

108

建

筑

结

构

2012年

值 )。所以在如此高的强度安全储各条件下,当然也就没有必要对图 2作加强连接的处理。但是,上述计算出现了如下偏差:1)在梁与柱的焊接连接中,弹性抗弯等强连接与连接用极限承摩擦型高强度

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,致使叼 j与逻

注:腹板已补上焊接工艺孔。图

框架柱与梁悬臂段的连接

辑链中的屁出现了偏差[2];2)在规范式Ml≥η jMp中,其 Ml名义上为对接焊缝的极限抗弯承载力,实际上由焊缝截面对应在母材截面上的极限抗弯承载,

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。

力所决定,从而这就涉及到在式

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拆减系数0.9。

jMp中母材”“”的茂和燕在表 1国家标准中最大屈强比给连接lfl≥

的强度安全储各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面的削弱 )和连接

在大震大变形中引起框架梁塑性区屈服强度的强化升高等综合因素对连接所产生的不利影响。尽管规范在确定连接系数η j时,也考虑 (见了超强系数和硬变硬化系数规范的条文解释 ),但这并不是问题的全部。在计算中如不完整地考虑以上三个因素,必然就会得出对图 2不需作加强连接的错误结论。

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膈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。

抗规》新《在抗震构造措施中的规定不满足

用极限承载力计算方法来检验图 2梁与柱的连图 2的抗震性能比图 1好。现以图 2中框架梁

8.2.8ˉ l条连接计算要求的原因分析

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象,按以下三个步骤来进行分析和计算。

8.3⒋ 3条的第 5)款中对连接抗力在新《抗规》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推荐了定性的加强形式,而无加强连接方面的定量计算要求?在 8.3.4砰条对连接抗力不足的图 2,为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 Ml≥叼 jMp计算时与表 8.2.8中连接系数” j值的错误规定密切相关

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在文[2]中已推导了将图 2由弹性抗弯等强连接的计算式妒=M1ax改为连接用极限承载力计算二种计算方法的极限抗弯承载力分时,其梁端第一、

[2]c而

导致” j值错误的原因是没有与 8.2.8-1

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 Q235,Q345,Q345α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” j/Ⅱ倍 (见文[2]式 (6),7"〓叼 j∥ p/Ⅱ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叼 j(η j=1,40,1.3,1。笏 )倍的强度 (见储备新《抗规》表 8.2.8或文[2]表 1中飞数值 )。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‰=∥p,其连接的强度安全储各,就可分别达到 n(n= 1,67,1.45,1.42)倍 (见文[2]表 1中屁=茂税的数

别为 llfl=nllfp和 ylrl〓刀 k llfp的推导,式中 n=茂〃∶ (1-乃 (或和″表示梁端连接焊缝母 k=Ⅱ w)+屁 w,即材 )的极限抗弯承载力具有梁截面仝塑性抗弯承载力乃和 nk倍的强度安全储各能力。

3.2第二步,有了式 Ml〓刀〃 p和强度储备带来的不利影晌

″ 1=刀 kMp之后“”还必须考虑不同钢材牌号的最小强屈比对连接,

Mp和由于式 Ml〓刀

M1=乃 kMp中含有茂和彳

两种强度,但在表 1中巩和五的强度值都有较大的波动性 (以表 1中的 Q235C J为例,其氏的强度波动

=235~355N/mm2,其波动的最大值可达 235N/mm2的 1,51倍砥的强度波动值为五=硐 0~ 510N/mm2,其波动的最大值为钔 0N/mm2的 I,28倍 )。因此式 M丨=乃Mp和 M1=nkMp中的茂和彳具值为彳

第 42卷第 2期

刘蚶,等 .艏碧槎珲齄勤挛罄砻心并不在柱边,而是在距图

109

有二元动态强度取值的特性,即盂和燕不只限于取表 1中的最小值,而是各有多个不同的茂和茂值构成很多不同的强屈比″。显然,当刀值愈大,其连接的强度安全储各就愈大,当九值愈小,其连接的强度安全储各就愈小。那么刀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刀=茂砥的最小限值 (表 1最后一列 )。在计算连接时,只要取标准中的最小强屈比刀 mh(取其倒数即为最大屈强比乙 m连接的强度安全储各最小。以表 1中的 Q235GJ为例,如按规范的取值方法,在茂和彳的强度中都取最小值时,则其强屈比刀=400/235〓 1.70(板厚苫=6~35mm时 ),这对式″l=乃 Mp而言,就意味着连接的极限抗弯承载力是梁截面全塑性抗弯承载力的 1.70倍。其强度安全储各为 1.70,很安全。但如在表 1的 Q235GJ中取最小强屈比刀Ⅱ n=1.25(即相应的最大屈强比Ⅱ“ axax),就

凡 b〃~几 b/~s处 (尼 b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。

2柱边

(3)在大震中,结构将产生较大位移 (包

括线位移、相对位移及在框架梁塑性铰处的角位移 ),结构的较大位移,皆因在大震下结构发生较大塑性变形而引起的,并由结构钢材具有不低于⒛%的伸长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,必然也使梁端塑性铰区的较大角变形进人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⒛%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,还会使塑性铰区的钢材产生应变硬化现象,

可使

使梁端塑性铰区截面中的弯曲应力进一步升高。因此,在计算式中还应增设一个塑性铰区内屈服强度的强化系数卩,从而也使梁端连接处的作用弯矩进一步增大。

=0,8)时,就可使连接的强度安全储备由上述的1,70降低到 1.笏。3,9.2-3条第 1)款对结构钢材另外,新《抗规》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各叉从上述的

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在式″l=刀胚p和 fl=汛 k rlfp的基础上,引入上f【

125降到了只有 1.176。

述第二步和第三步中的三个不利因素后,可用如下的计算式来检验:

高层建筑结构钢板的力学性能

(GB/T19879— 2005)[3∶

表1

1〃 l的计算

″ 1>Md

屈服点∴/MPa/mm钢板厚度6~16 )16~35235~355

牌号

>35~50225~345 153)〈 335~455

)50~100215~335(1 56)

标准制定的屈强比〃 (强屈比Ⅱ)

当引人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 Ml,有以下两种计算方法。

姗

Q235GJ

B~E B~E B~E

质等

且里劢驭

(I51)345~465

400~510 (128) 490~610 (124) 490~650 (133)

}/N/mm2

Ⅱ 080≤ (″≥ 125)切 083≤(n≥

(1)计算梁端连接极限抗弯承载力 lf1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:

Q345GJ

325~445

(135) 390~510 (131)

(136) 380~500(1 32)

(137)370~490

120)

Q390Gl

(132)

泌 085≤ (而≥ 1176)

M1=∥"五

=φⅡ mh∥ P彳

(2)

注:括号内的数字为该栏数据中最大值与最小值之比。

式中:∥西为梁端对接焊缝 (或母材 )的塑性截面模量,W封=φ Wp;φ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

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梁塑性截面模量的 92%~95%,从而使

般为 0.92~0.95;刀 mh为钢材的最小强屈比,等于最大屈强比扬 m ax的倒数,即屁 mh=1/形 m拟砥为对应于最大屈强比Ⅱ max的屈服强度值,即彳=乙 max五或彳=/刀茂Ⅱ h。

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%的连接的极限抗弯承载力减小比例关系基本相同 )j

(2)计算梁端连接极限抗弯承载力 M1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

M1=∥ pq几

+Wpwe兑

(3a)

L10

建

筑

结

构由

2012年

或者将文[2]中式 (8)中后一项的南 w改为伤 we,即可得到:

/P=2Mp/Jn+yGb,设

Ml=[刀 (1-凡 w)+拓 wc]胚 P=屁 kMp (3b)式中:刀为钢材的抗拉强度选用值与屈服强度选用值之比;凡 w为腹板的塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比伤 w=IF pw/Wp;需 w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凡 we=W%we/7p°

yp= 0.5yp,即%b=2ll/fp/Jn,并再设 Jn=⒛尼 b,贝刂 4Mp/Jn=4〃 p” 0九 b,将其代入式 (5)得梁端连接处的作用弯矩为:

2〃 p/Jn和/cb各占

工 J⊥二ェ L亠甄〓 I1+【卫号 l(Mp+毕:ェ= 1.044× 1.05jlfp〓 1.0962`犭 p

)

4.2Md的计算式 (1)中梁端对接焊缝处的作用弯矩 Md,当引人上述第二步和第三步中第 (2),(3)项不利因素后,按下式计算:

注:在 a),b)中也可将茂的数值代人式 (2)和式(5)中,直接求出 Ml和 Md的具体数值。

c)用 M1/Md之比来判断。耢

=|轰

后铑

99:<1

〃d=卩 (Mp+yp艿 )

(4)强。

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

式中:卩为框架梁塑性铰区的钢材在大震下引起屈服强度增大的强化系数,假定在式 (4)中的 (ilrp+7p多

从而可得屈服强度的增大系数为卩=1+(刀 m血 -1)/ 4(这是相对较小的系数 );Mp为距柱边∝处梁截面的全塑性弯矩,Mp〓 Wp茂 (式中的彳必须是由最大屈强比所决定的屈服强度值 );yp为在塑性铰中心处的剪力,吒〓2ylfp/Jn+ycb,其中 Jn为梁的净

跨,

)中隐含的屈服强度彳增量,只取为 (五 -彳 )/4,

(2)方法二:按式(3)求 M1和用式(5)求〃d

梁腹板的塑性截面模量吼 w=0.25×=881× 103mm3。腹板焊接孔削弱后的有效塑性截面模量吼 we=0 25× 11×翎 62〓 677× 103mm3。腹板塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比乃 w=881×103/2863× 103=0.308。腹板焊接孔削弱后的有效塑性截面模量与梁的塑性截面模量之比】 we=臼 7× 103/2863×

11× 5662

%b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;跖为塑性铰中心距柱边的距〓「 lb/4~/lb/3。离,可取艿将上述卩和多代人式 (4)后即可得到梁端连接处的作用弯矩为:

103=

0.2365。

a)求梁端连接的极限抗弯承载力。用式 (3b)计算:

岷=I1+鹗⊥ l(Mp+毕 )⑶1】

将刀=490/4I6 7=1,176,伤 w=0 308,需 we= 0.2365,代人式(3b)得:″ l〓[1,176× (1-0.308)+0.2365]Mp=1.0503ylfp。

算例检验例【设框架梁截面为 H600×⒛ 0× 11× 17,3.9.2ˉ 3条第 1)抗规》 Q345GJ。按新《

b)求梁端连接处的作用弯矩。ylfd的计算同 (1)中的

钢材牌号为

b),Md〓 1,0962Mp°

款的规定,取最大屈强比乙Ⅲ ax〓 0,85,即最小强屈比乃 nlIn=1/0.85=1,176,试计算图 2中梁与柱的连接是否要加强?

(1)方法一:按式(2)求 M1和用式(5)求 Md梁全截面的塑性截面模量103mm3。腹板焊接孔

Wp=2:63×

R=35mm削弱的塑性截面模

11× 35×[600-2× (17+17.5)]=⒛ 4量为:吼〓× 103mm3。∥/∥ p〓 204” 863=7.1%(取 7%),∶

之比。来判断耢〓÷∶钅耢:=0 蛋 f卺雾馑雀Ξ霆蝥用弯c)用::专}:÷

95:

例 2】设计条件同例 1,但取茂=⒆ 0N/mm2,【 8N/mm2。分最小强屈比乃 m血=1.2,对应的燕=翎别按式 (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【 400N/mm2,最小强屈比屁 mh=1.25,对应的兑=茂〓3⒛ N/m矿。分别按式 (2),(5)和式 (3),(5)计算,

即折减系数为φ〓(1-0,")〓 0,93。代人式 (2):

得

a)求梁端连接的极限抗弯承载力。 M1=0 93×刀 mh∥ p彳=0 93× 1,176Mp=1.0937llfp°

b)求梁端连接处的作用弯矩。

其结果见表 2中的第 3行。

范造规构计接设连震件抗构筑力建侧《抗

祥苴⌒刘

等

第饱卷第 2期例 1】【用采

~【

例 4】的计算结果汇总Ⅲ p

表 2

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,存在腹板连接的茂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

有一部分盂强度的弊端。为此再从余下较为合理的方法二中 Ml/Md比值来看,所有比值都小于 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。

对应于n的

∴

用的采强屈比Ⅱ11761 200 1 250

-M1=093″方法

lld=l lls[1+(n~1)/4]Ⅲ plId

二Ⅲ方法 1=[n(l-订 w)+lwe∶ -1)/41lfpⅢ d=1lls[1+(″lf1/Ⅲ

Ⅲ p

=470N/mm,彳=325N/mm,强屈比结果见表

=1.446。分别按式 (2),(5)和式 (3),(5)计算,其

人计算式中,直接求出 Mp’

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中第一行的强屈比屁〓1,176是取自新《抗规》第 39.2-3条和表 1中 Q390C J强屈比的限值规定。第 2行 n〓 1.2,第 3行刀=1。乃,是分别取自表 1中 Q345CJJ和 Q235q强屈比的限值规定。第 4行的强屈比屁=1.狃 6是取自《高层民用建筑钢

(JGT99-98)[5](简称《结构技术规程》高钢规》 )表 2.0.6中的 Q345,莎>16~35mm时由茂=470 N/mm2与燕=325N/mm2之比而得。 (3)从表 2的各行数据变化可以看出,当几一定,屈服强度羔越大,强屈比汜就越小,连接的安全

储各 Ml/Md也就越小。当尻一定,屈服强度五越小,强屈比Ⅱ就越大,连接的安全储备 Ml/″ d也就越大。由此可见,对连接安全威胁最大的应是屁中的最小值。

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五和夭在国家标准中的最小值,而不是保证茂和燕同为最小值。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各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∶/rlfd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丨/Md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

九的49θ

4167408 320325

09371l1160lJ 1625Ⅲ

109621I

099810121 042 1 152

10503lfp 10669Ⅲp

10962Ⅲ 11025lf

09580 9‘ 8

490 400 470

11025V1ll56Ⅲ 11671Ⅲ

1 1015lfr l ll56lf 12371Ⅲp

0 987 1 060

1姘 6

3448lf

11671lf

【例

4】

梁截面同例

1,钢材牌号为 Q345,取兑刀〓狎 0/325

(6)当工字形梁与箱形柱相连时,由于梁截面高度对应的箱形柱段两横膈板之间无竖向加劲肋其外围的柱壁板只能承受部分梁腹板

的塑性弯矩上还应乘以一个折减系数 m,即〃l=[乃 (1-乃 w)+m伤 we]Mp如此一来,表 2中加强。折减系数Ml/lll/fd比,

2中的第 4行。对表 2计算结果的说明和讨论 (1)在表 2中 Ml/Jlfd数据 (也可将艿的数值代M丨

所以其腹板连接的极限抗弯承载力在方法二的基础

和 Md的具体数值 )

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

m的算法可详见文[6]。

通过以上几个算例足以证明,在新《抗规》 8.3.43条和 8.3.4zI条中,除 8.3。⒋3条在对框架“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。,

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

⒛ 01版《抗规》中焊缝的γ苷 E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,也缺乏理论根据。为此建议将新《抗规》中γ IE〓 0.75的规定,按抗震等级四级到一级依次改为γ;E=0 75~0.90(即将其中的上限值仍恢复到 2001版《抗 0.9的规》中γ规定重要 E〓 )。使某些构件昔的重要部位,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

(4)表 2中最后一行的数据是茂和燕都取结

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Mj=伤 (M1ax+‰ )求得的加强板的截面面积Ag (MP+/p多 )求得与连接用极限承载力计算式Ml≥卩的加强板的截面面积Ag彼此相等为条件来进行推

建

筑

结

构

2012年

导,即可求出两阶段具有相同结果的两种不同表达式 (详见文[7]),然后择一即可,这样既省时又可避免新《抗规》分两阶段计算后得出不同结果的矛盾。但是从计算操作的简繁程度来看,显然采用弹性方法最为简单。

但在 1998版的《高钢规》,继而在⒛01版的抗规》《中,出现了M1≥ 1.2Jlfp(用于梁与柱的连接)和Ⅳ

bur≥ 1.2处 n五 y(用于支撑连接 )这样一些不符合“”强连接弱构件基本要求的计算式和相应的弱连

2)在栓接连接中,才需要分为两阶段来计算

因为在摩擦型连接中,构件和螺栓在两阶段的受力情况都各不相同。在小震作用下,螺栓连接的抗力是以摩擦阻力为特征的形式出现的。在大震作用下,螺栓连接有可能由摩擦型转为承压型,其验算内容就需要增加如下几项:支撑本身和连 (拼 )接板在栓孔净截面处的极限承载力验算;连接螺栓的极限抗剪承载力验算;支撑或连 (拼 )接板孔壁承压的极限承载力验算。

接构造以来,一直到新《抗规》的实施,都未引起有“”关机构的重视和及时对其按强连接弱构件的要求进行局部修正,导致全国已建工程中不知有多少钢结构在连接中留下了并不抗大震的安全隐患。新抗规》虽然在上述计算式的基础上作了较大修改《j⒕,

≥使之变成了″ j〃 P和Ⅳ∶” 1ur≥叩 b苒的形式,但这“”些修改后的公式仍然无法满足强连接弱构件的抗震基本原则,无法在验算中起安全控制作用而失去其验算价值[2]。自从

19%年美国北岭地震和 1995年

日本阪神,

(4)须要增加、修改和完善抗侧力构件的连接构造图及其相应的文字规定,并与不同构件之间、不同连接条件下所建立起来的计算式紧密配合。比如“在梁与柱的刚性连接中,就需要增加加强型连”“”“”接、削弱型连接和强弱综合型连接三种不同连接形式的构造要求及其相应的计算方法。如果这些连接采用弹性方法来进行加强连接计算时,可以参见文[8]。

地震以来,国内外很多学者都加强了这方面的研究“”发表了很多真正能体现强连接弱构件计算方法的文献资料,如文[4]和文[9]中就有这类可以借鉴的计算方法。希望规范编制单位和部门对此引起足

够重视,尽快修正新《抗规》中有关抗震构件在连接设计规定中所出现的技术矛盾和安全隐患。参考文献北京:中国

3.9.2-3条第 1款“比指标。如将新《抗规》钢材的屈服强度实测值与抗拉强度实测值的比值不应大于0.85”的规定,与文[5]、文[1]和文[3]对照 (表 1),

(5)应严格控制结构钢材在国家标准中的屈强

[1]GB50011-2010建筑抗震设计规范[s⒈建筑工业出版社,⒛ 10

[2]刘其祥,陈青来,陈幼

蹯,《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[J]建筑结构,⒛ 12,矽 (1):75-80,

即可发现文[5],[1]中的强屈比是不小于 1,2(即屈强比是不大于 0,83),文[3]是分别保证 Q235C,J, Q345GJ,Q390GJ的屈强比不大于 0.80,0.83和

[3] GB/T19879~zO05建筑结构用钢板[s⒈标准出版社,zOⅡ

北京

中国

0.85(即强屈比分别不小于 1,25,1.2和 1.176)。但在新《抗规》中,却不当地把常用于抗震结构中