考松果题库｜《钢结构设计标准》（GB 50017-2017）

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2.1.1 -2.1.40

2.1.1 脆断 brittle fracture
结构或构件在拉应力状态下没有出现警示性的塑性变形而突然发生的断裂。

2.1.2 一阶弹性分析 first-order elastic analysis
不考虑几何非线性对结构内力和变形产生的影响，根据未变形的结构建立平衡条件，按弹性阶段分析结构内力及位移。

2.1.3 二阶P-△弹性分析 second-order P-△ elastic analysis
仅考虑结构整体初始缺陷及几何非线性对结构内力和变形产生的影响，根据位移后的结构建立平衡条件，按弹性阶段分析结构内力及位移。

2.1.4 直接分析设计法 direct analysis method of design
直接考虑对结构稳定性和强度性能有显著影响的初始几何缺陷、残余应力、材料非线性、节点连接刚度等因素，以整个结构体系为对象进行二阶非线性分析的设计方法。

2.1.5 屈曲 buckling
结构、构件或板件达到受力临界状态时在其刚度较弱方向产生另一种较大变形的状态。

2.1.6 板件屈曲后强度 post-buckling strength of steel plate
板件屈曲后尚能继续保持承受更大荷载的能力。

2.1.7 正则化长细比或正则化宽厚比 normalized slenderness ratio
参数，其值等于钢材受弯、受剪或受压屈服强度与相应的构件或板件抗弯、抗剪或抗承压弹性屈曲应力之商的平方根。

2.1.8 整体稳定 overall stability
构件或结构在荷载作用下能整体保持稳定的能力。

2.1.9 有效宽度 effective width
计算板件屈曲后极限强度时，将承受非均匀分布极限应力的板件宽度用均匀分布的屈服应力等效，所得的折减宽度。

2.1.10 有效宽度系数 effective width factor
板件有效宽度与板件实际宽度的比值。

2.1.11 计算长度系数 effective length ratio
与构件屈曲模式及两端转动约束条件相关的系数。

2.1.12 计算长度 effective length
计算稳定性时所用的长度，其值等于构件在其有效约束点间的几何长度与计算长度系数的乘积。

2.1.13 长细比 slenderness ratio
构件计算长度与构件截面回转半径的比值。

2.1.14 换算长细比 equivalent slenderness ratio
在轴心受压构件的整体稳定计算中，按临界力相等的原则，将格构式构件换算为实腹式构件进行计算，或将弯扭与扭转失稳换算为弯曲失稳计算时，所对应的长细比。

2.1.15 支撑力 nodal bracing force
在为减少受压构件(或构件的受压翼缘)自由长度所设置的侧向支撑处，沿被支撑构件(或构件受压翼缘)的屈曲方向，作用于支撑的侧向力。

2.1.16 无支撑框架 unbraced frame
利用节点和构件的抗弯能力抵抗荷载的结构。

2.1.17 支撑结构 bracing structure
在梁柱构件所在的平面内，沿斜向设置支撑构件，以支撑轴向刚度抵抗侧向荷载的结构。

2.1.18 框架-支撑结构 frame-bracing structure
由框架及支撑共同组成抗侧力体系的结构。

2.1.19 强支撑框架 frame braced with strong bracing system
在框架-支撑结构中，支撑结构(支撑桁架、剪力墙、筒体等)的抗侧移刚度较大，可将该框架视为无侧移的框架。

2.1.20 摇摆柱 leaning column
设计为只承受轴向力而不考虑侧向刚度的柱子。

2.1.21 节点域 panel zone
框架梁柱的刚接节点处及柱腹板在梁高度范围内上下边设有加劲肋或隔板的区域。

2.1.22 球形钢支座 spherical steel bearing
钢球面作为支承面使结构在支座处可以沿任意方向转动的铰接支座或可移动支座。

2.1.23 钢板剪力墙 steel-plate shear wall
设置在框架梁柱间的钢板，用以承受框架中的水平剪力。

2.1.24 主管 chord member
钢管结构构件中，在节点处连续贯通的管件，如桁架中的弦杆。

2.1.25 支管 brace member
钢管结构中，在节点处断开并与主管相连的管件，如桁架中与主管相连的腹杆。

2.1.26 间隙节点 gap joint
两支管的趾部离开一定距离的管节点。

2.1.27 搭接节点?overlap joint
在钢管节点处，两支管相互搭接的节点。

2.1.28 平面管节点 uniplanar joint
支管与主管在同一平面内相互连接的节点。

2.1.29 空间管节点 multiplanar joint
在不同平面内的多根支管与主管相接而形成的管节点。

2.1.30 焊接截面 welded section
由板件(或型钢)焊接而成的截面。

2.1.31 钢与混凝土组合梁 composite steel and concrete beam
由混凝土翼板与钢梁通过抗剪连接件组合而成的可整体受力的梁。

2.1.32 支撑系统 bracing system
由支撑及传递其内力的梁(包括基础梁)、柱组成的抗侧力系统。

2.1.33 消能梁段 link
在偏心支撑框架结构中，位于两斜支撑端头之间的梁段或位于一斜支撑端头与柱之间的梁段。

2.1.34 中心支撑框架 concentrically braced frame
斜支撑与框架梁柱汇交于一点的框架。

2.1.35 偏心支撑框架 eccentrically braced rame
斜支撑至少有一端在梁柱节点外与横梁连接的框架。

2.1.36 屈曲约束支撑 buckling-restrained brace
由核心钢支撑、外约束单元和两者之间的无粘结构造层组成不会发生屈曲的支撑。

2.1.37 弯矩调幅设计 moment redistribution design
利用钢结构的塑性性能进行弯矩重分布的设计方法。

2.1.38 畸变屈曲 distorsional buckling
截面形状发生变化，且板件与板件的交线至少有一条会产生位移的屈曲形式。

2.1.39 塑性耗能区 plastic energy dissipative zone
在强烈地震作用下，结构构件首先进入塑性变形并消耗能量的区域。

2.1.40 弹性区 elastic region
在强烈地震作用下，结构构件仍处于弹性工作状态的区域。

2.2.1-2.2.4

2.2.1作用和作用效应设计值
F——集中荷载；
G——重力荷载；
H——水平力；
M——弯矩；
N——轴心力；
P——高强度螺栓的预拉力；
R——支座反力；
V——剪力。

2.2.2 计算指标
E——钢材的弹性模量；
Ec——混凝土的弹性模量；
f——钢材的抗拉、抗压和抗弯强度设计值；
fv——钢材的抗剪强度设计值；
fce——钢材的端面承压强度设计值；
fy——钢材的屈服强度；
fu——钢材的抗拉强度最小值；
fat——锚栓的抗拉强度设计值；
fbt、fbv、fbc——螺栓的抗拉、抗剪和承压强度设计值；
frt、frv、frc——铆钉的抗拉、抗剪和承压强度设计值；
fwt、fwv、fwc——对接焊缝的抗拉、抗剪和抗压强度设计值；
fwf——角焊缝的抗拉、抗剪和抗压强度设计值；
fc——混凝土的抗压强度设计值；
G——钢材的剪变模量；
Nat——一个锚栓的受拉承载力设计值；
Nbt、Nbv、Nbc——一个螺栓的受拉、受剪和承压承载力设计值；
Nrt、Nrv、Nrc——一个铆钉的受拉、受剪和承压承载力设计值；
Ncv——组合结构中一个抗剪连接件的受剪承载力设计值；
Sb——支撑结构的层侧移刚度，即施加于结构上的水平力与其产生的层间位移角的比值；
△u——楼层的层间位移；
[vQ]——仅考虑可变荷载标准值产生的挠度的容许值；
[vT]——同时考虑永久和可变荷载标准值产生的挠度的容许值；
σ——正应力；
σc——局部压应力；
σf——垂直于角焊缝长度方向，按焊缝有效截面计算的应力；
△σ——疲劳计算的应力幅或折算应力幅；
△σe——变幅疲劳的等效应力幅；
[△σ]——疲劳容许应力幅；
σcr、σc,cr、τcr——分别为板件的弯曲应力、局部压应力和剪应力的临界值；
r——剪应力；
τf——角焊缝的剪应力。

2.2.3 几何参数
A——毛截面面积；
An——净截面面积；
b——翼缘板的外伸宽度；
b0——箱形截面翼缘板在腹板之间的无支承宽度；混凝土板托顶部的宽度；
bs——加劲肋的外伸宽度；
be——板件的有效宽度；
d——直径；
de——有效直径；
do——孔径；
e——偏心距；
H——柱的高度；
H1、H2、H3——阶形柱上段、中段(或单阶柱下段)、下段的高度；
h——截面全高；
he——焊缝的计算厚度；
hf——角焊缝的焊脚尺寸；
hw——腹板的高度；
h0——腹板的计算高度；
I——毛截面惯性矩；
It——自由扭转常数；
Iw——毛截面扇性惯性矩；
In——净截面惯性矩；
i——截面回转半径；
l——长度或跨度；
l1——梁受压翼缘侧向支承间距离；螺栓(或铆钉)受力方向的连接长度；
lw——焊缝的计算长度；
lz——集中荷载在腹板计算高度边缘上的假定分布长度；
S——毛截面面积矩；
t——板的厚度；
ts——加劲肋的厚度；
tw——腹板的厚度；
W——毛截面模量；
Wn——净截面模量；
Wp——塑性毛截面模量；
Wnp——塑性净截面模量。

2.2.4 计算系数及其他
K1、K2——构件线刚度之比；
nf——高强度螺栓的传力摩擦面数目；
nv——螺栓或铆钉的剪切面数目；
αE——钢材与混凝土弹性模量之比；
αe——梁截面模量考虑腹板有效宽度的折减系数；
αf——疲劳计算的欠载效应等效系数；
αⅡi——考虑二阶效应框架第i层杆件的侧移弯矩增大系数；
βE——非塑性耗能区内力调整系数；
βf——正面角焊缝的强度设计值增大系数；
βm——压弯构件稳定的等效弯矩系数；
γ0——结构的重要性系数；
γx、γy——对主轴x、y的截面塑性发展系数；
εk——钢号修正系数，其值为235与钢材牌号中屈服点数值的比值的平方根；
η——调整系数；
η1、η2——用于计算阶形柱计算长度的参数；
ηov——管节点的支管搭接率；
λ——长细比；
λn,b、λn,s、λn,c、λn——正则化宽厚比或正则化长细比；
μ——高强度螺栓摩擦面的抗滑移系数；柱的计算长度系数；
μ1、μ2、μ3——阶形柱上段、中段(或单阶柱下段)、下段的计算长度系数；
ρi——各板件有效截面系数；
φ——轴心受压构件的稳定系数；
φb——梁的整体稳定系数；
ψ——集中荷载的增大系数；
ψn、ψa、ψd——用于计算直接焊接钢管节点承载力的参数；
Ω——抗震性能系数。

3.5.1

进行受弯和压弯构件计算时，截面板件宽厚比等级及限值应符合表3.5.1的规定，其中参数α0应按下式计算：

式中：σmax——腹板计算边缘的最大压应力(N/mm2)；
σmin——腹板计算高度另一边缘相应的应力(N/mm2)，压应力取正值，拉应力取负值。
表3.5.1 压弯和受弯构件的截面板件宽厚比等级及限值

条文说明

截面板件宽厚比指截面板件平直段的宽度和厚度之比，受弯或压弯构件腹板平直段的高度与腹板厚度之比也可称为板件高厚比。
3.5.1 绝大多数钢构件由板件构成，而板件宽厚比大小直接决定了钢构件的承载力和受弯及压弯构件的塑性转动变形能力，因此钢构件截面的分类，是钢结构设计技术的基础，尤其是钢结构抗震设计方法的基础。原规范关于截面板件宽厚比的规定分散在受弯构件、压弯构件的计算及塑性设计各章节中。
根据截面承载力和塑性转动变形能力的不同，国际上一般将钢构件截面分为四类，考虑到我国在受弯构件设计中采用截面塑性发展系数γx，本次修订将截面根据其板件宽厚比分为5个等级。
1 S1级：可达全截面塑性，保证塑性铰具有塑性设计要求的转动能力，且在转动过程中承载力不降低，称为一级塑性截面，也可称为塑性转动截面；此时图1所示的曲线1可以表示其弯矩-曲率关系， p2一般要求达到塑性弯矩Mp除以弹性初始刚度得到的曲率 p的8倍～15倍；
2 S2级截面：可达全截面塑性，但由于局部屈曲，塑性铰转动能力有限，称为二级塑性截面；此时的弯矩-曲率关系见图1所示的曲线2， p1大约是 p的2倍～3倍；
3 S3级截面：翼缘全部屈服，腹板可发展不超过1/4截面高度的塑性，称为弹塑性截面；作为梁时，其弯矩-曲率关系如图1所示的曲线3；
4 S4级截面：边缘纤维可达屈服强度，但由于局部屈曲而不能发展塑性，称为弹性截面；作为梁时，其弯矩-曲率关系如图1所示的曲线4；
5 S5级截面：在边缘纤维达屈服应力前，腹板可能发生局部屈曲，称为薄壁截面；作为梁时，其弯矩-曲率关系为图1所示的曲线5。

图1 截面的分类及其转动能力
截面的分类决定于组成截面板件的分类。
对工字形截面的翼缘，三边简支一边自由的板件的屈曲系数K为0.43，按式(1)计算，临界应力达到屈服应力fy＝235N/mm2时板件宽厚比为18.6。

式中：K——屈曲系数；
E——钢材弹性模量；
fy——钢材屈服强度；
v——钢材的泊松比。
五级分类的界限宽厚比分别是(b1/t)y的0.5、0.6、0.7、0.8和1.1倍取整数。带有自由边的板件，局部屈曲后可能带来截面刚度中心的变化，从而改变构件的受力，所以即使S5级可采用有效截面法计算承载力，本次修订时仍然对板件宽厚比给予限制。
对箱形截面的翼缘，四边简支板的屈曲系数K为4，按式(1)计算，临界应力达到屈服应力fy＝235N/mm2时板件宽厚比为56.29。S1级、S2级、S3级和S4级分类的界限宽厚比分别为(b/t)y的0.5、0.6、0.7和0.8倍并适当调整成整数。对S5级，因为两纵向边支承的翼缘有屈曲后强度，所以板件宽厚比不再作额外限制。四边简支腹板承受压弯荷载时，屈曲系数按下式计算，其中参数α0按本标准式(3.5.1)计算：

屈服宽厚比、0.5倍～0.8倍的屈服宽厚比，以及四个分级界限宽厚比的对比见图2，考虑到不同等级的宽厚比的用途不同，没有严格地按照屈服高厚比的倍数，如厂房跨度大，截面高，截面希望高一些，腹板较薄，得到翼缘的约束大，宽厚比适当放大，而截面宽厚比等级为S1级或S2级的，往往是抗震设计的民用建筑，在作为框架梁设计为塑性耗能区时(α0＝2)，要求在设防烈度的地震作用下形成塑性铰，所以宽厚比反而比0.5、0.6的倍数更加严格。
缺陷敏感型的理想圆柱壳，其临界应力是σcr＝0.3(Et/D)，其屈曲荷载严重依赖于圆柱壳初始缺陷的大小，而民用建筑的钢管构件不属于薄壳范畴，初始弯曲相对于板厚一般小于w0／t＜0.2，

图2 腹板分级的界限高厚比的对比
此时真实的临界荷载与理想弹性临界荷载的比值在0.5左右，即σcr≈0.15(Et/D)＝fy，临界应力达到屈服应力的直径厚度比值计算如下：

宽厚比/屈服径厚比为0.5、0.6、0.7和0.8的数据也在表2给出，本次修订的S1级、S2级、S3级和S4级分级界限采用了欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel structures的规定。
综上所述，各种截面屈曲宽厚比和标准取值比较见表2。
表2 各种截面屈曲宽厚比和标准取值比较

另外，表3.5.1压弯构件腹板的截面板件宽厚比等级限值与其应力状态相关，除塑性耗能区部分及S5级截面，其值可考虑采用εσ修正，εσ为应力修正因子，

4.1.5

当采用本标准未列出的其他牌号钢材时，宜按照现行国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068进行统计分析，研究确定其设计指标及适用范围。

条文说明

4.1.5 采用本标准未列出的其他牌号钢材时宜按照现行国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068进行统计分析，经试验研究、专家论证，确定其设计指标。为保证钢材质量与性能要求，采用新钢材或国外钢材时可按下列要求进行设计控制：(1)产品符合相关的国家或国际钢材标准要求和设计文件要求，对新研制的钢材，以经国家产品鉴定认可的企业产品标准作为依据，有质量证明文件；(2)钢材生产厂要求通过国际或国内生产过程质量控制认证；(3)对实际产品进行专门的验证试验和统计分析，判定质量等级，得出设计强度取值。检测内容包括钢材的化学成分、力学性能、外形尺寸、表面质量、工艺性能及约定的其他附加保证性能的指标或参数。其中，力学性能的检测，按照以下规定：
1 对于已有国家材料标准，但尚未列入钢结构设计标准的钢材：
1)对每一牌号每个厚度组别的钢材，至少应提供30组钢材力学性能和化学成分数据；
2)提交30个样本试件(取自不同型材和炉号)进行复核性试验；
3)汇总两组数据进行统计分析，初步确定抗力分项系数和设计强度，由《钢结构设计标准》国家标准管理组审核、试用；
4)经过对3个(或3个以上)钢厂的同类产品进行调研、试验和统计分析后，列入设计标准；
5)当有可靠依据时，可参照同类产品的设计指标使用，比如应用Q420GJ钢可采用Q420钢材指标。
2 对国外进口且满足国际材料标准的钢材：
1)如既有国外标准，又有相同或相近中国标准，应按中国钢结构工程施工质量验收规范要求验收，可就近就低按中国标准规范取用设计强度，在具体工程中使用；
2)如有国外标准，但无相近中国标准可供参照，则将材料质量证明文件和验收试验资料提供给《钢结构设计标准》国家标准管理组，经统计分析和专家会商后确定设计强度，在具体工程中使用。
3 常用的钢材国家标准如下：
《碳素结构钢》GB/T 700
《低合金高强度结构钢》GB/T 1591
《建筑结构用钢板》GB/T 19879
《厚度方向性能钢板》GB/T 5313
《结构用无缝钢管》GB/T 8162
《建筑结构用冷成型焊接圆钢管》JG/T 381
《建筑结构用冷弯矩形钢管》JG/T 178
《耐候结构钢》GB/T 4171
《一般工程用铸造碳钢件》GB/T 11352
《焊接结构用铸钢件》GB/T 7659
《钢拉杆》GB/T 20934
《热轧型钢》GB/T 706
《热轧 H型钢和剖分 T型钢》GB/T 11263
《焊接H型钢》YB 3301
《重要用途钢丝绳》GB 8918
《预应力混凝土用钢绞线》GB/T 5224
《高强度低松弛预应力热镀锌钢绞线》YB/T 152

4.3.2已废止

承重结构所用的钢材应具有屈服强度、抗拉强度、断后伸长率和硫、磷含量的合格保证，对焊接结构尚应具有碳当量的合格保证。焊接承重结构以及重要的非焊接承重结构采用的钢材应具有冷弯试验的合格保证；对直接承受动力荷载或需验算疲劳的构件所用钢材尚应具有冲击韧性的合格保证。

条文说明

4.3.2 本条为强制性条文。规定了承重结构的钢材应具有的力学性能和化学成分等合格保证的项目，分述如下：
1 抗拉强度。钢材的抗拉强度是衡量钢材抵抗拉断的性能指标，它不仅是一般强度的指标，而且直接反映钢材内部组织的优劣，并与疲劳强度有着比较密切的关系。
2 断后伸长率。钢材的伸长率是衡量钢材塑性性能的指标。钢材的塑性是在外力作用下产生永久变形时抵抗断裂的能力。因此承重结构用的钢材，不论在静力荷载或动力荷载作用下，还是在加工制作过程中，除了应具有较高的强度外，尚应要求具有足够的伸长率。
3 屈服强度(或屈服点)。钢材的屈服强度(或屈服点)是衡量结构的承载能力和确定强度设计值的重要指标。碳素结构钢和低合金结构钢在受力到达屈服强度以后，应变急剧增长，从而使结构的变形迅速增加以致不能继续使用。所以钢结构的强度设计值一般都是以钢材屈服强度为依据而确定的。对于一般非承重或由构造决定的构件，只要保证钢材的抗拉强度和断后伸长率即能满足要求；对于承重的结构则必须具有钢材的抗拉强度、伸长率、屈服强度三项合格的保证。
4 冷弯试验。钢材的冷弯试验是衡量其塑性指标之一，同时也是衡量其质量的一个综合性指标。通过冷弯试验，可以检查钢材颗粒组织、结晶情况和非金属夹杂物分布等缺陷，在一定程度上也是鉴定焊接性能的一个指标。结构在制作、安装过程中要进行冷加工，尤其是焊接结构焊后变形的调直等工序，都需要钢材有较好的冷弯性能。而非焊接的重要结构(如吊车梁、吊车桁架、有振动设备或有大吨位吊车厂房的屋架、托架，大跨度重型桁架等)以及需要弯曲成型的构件等，亦都要求具有冷弯试验合格的保证。
5 硫、磷含量。硫、磷都是建筑钢材中的主要杂质，对钢材的力学性能和焊接接头的裂纹敏感性都有较大影响。硫能生成易于熔化的硫化铁，当热加工或焊接的温度达到800℃～1200℃时，可能出现裂纹，称为热脆；硫化铁又能形成夹杂物，不仅会促使钢材起层，还会引起应力集中，降低钢材的塑性和冲击韧性。硫又是钢中偏析最严重的杂质之一，偏析程度越大越不利。磷是以固溶体的形式溶解于铁素体中，这种固溶体很脆，加以磷的偏析比硫更严重，形成的富磷区促使钢变脆(冷脆)，降低钢的塑性、韧性及可焊性。因此，所有承重结构对硫、磷的含量均应有合格保证。
6 碳当量。在焊接结构中，建筑钢的焊接性能主要取决于碳当量，碳当量宜控制在0.45％以下，超出该范围的幅度愈多，焊接性能变差的程度愈大。《钢结构焊接规范》GB 50661根据碳当量的高低等指标确定了焊接难度等级。因此，对焊接承重结构尚应具有碳当量的合格保证。
7 冲击韧性(或冲击吸收能量)表示材料在冲击载荷作用下抵抗变形和断裂的能力。材料的冲击韧性值随温度的降低而减小，且在某一温度范围内发生急剧降低，这种现象称为冷脆，此温度范围称为“韧脆转变温度”。因此，对直接承受动力荷载或需验算疲劳的构件或处于低温工作环境的钢材尚应具有冲击韧性合格保证。

4.3.3 -4.3.4

4.3.3 钢材质量等级的选用应符合下列规定：
1 A级钢仅可用于结构工作温度高于0℃的不需要验算疲劳的结构，且Q235A钢不宜用于焊接结构。
2 需验算疲劳的焊接结构用钢材应符合下列规定：
1)当工作温度高于0℃时其质量等级不应低于B级；
2)当工作温度不高于0℃但高于—20℃时，Q235、Q345钢不应低于C级，Q390、Q420及Q460钢不应低于D级；
3)当工作温度不高于—20℃时，Q235钢和Q345钢不应低于D级，Q390钢、Q420钢、Q460钢应选用E级。
3 需验算疲劳的非焊接结构，其钢材质量等级要求可较上述焊接结构降低一级但不应低于B级。吊车起重量不小于50t的中级工作制吊车梁，其质量等级要求应与需要验算疲劳的构件相同。
4.3.4 工作温度不高于—20℃的受拉构件及承重构件的受拉板材应符合下列规定：
1 所用钢材厚度或直径不宜大于40mm，质量等级不宜低于C级；
2 当钢材厚度或直径不小于40mm时，其质量等级不宜低于D级；
3 重要承重结构的受拉板材宜满足现行国家标准《建筑结构用钢板》GB/T 19879的要求。

条文说明

4.3.3、4.3.4 规定了选材时对钢材的冲击韧性的要求，原规范中仅对需要验算疲劳的结构钢材提出了冲击韧性的要求，本次修订将范围扩大，针对低温条件和钢板厚度作出更详细的规定，可总结为表3的要求。
表3 钢板质量等级选用

由于钢板厚度增大，硫、磷含量过高会对钢材的冲击韧性和抗脆断性能造成不利影响，因此承重结构在低于—20℃环境下工作时，钢材的硫、磷含量不宜大于0.030％；焊接构件宜采用较薄的板件；重要承重结构的受拉厚板宜选用细化晶粒的钢板。
严格来说，结构工作温度的取值与可靠度相关。为便于使用，在室外工作的构件，本标准的结构工作温度可按国家标准《采暖通风与空气调节设计规范》GBJ 19-87(2001年版)的最低日平均气温采用，见表4。
对于室内工作的构件，如能确保始终在某一温度以上，可将其作为工作温度，如采暖房间的工作温度可视为0℃以上；否则可按表4最低日气温增加5℃采用。
表4 最低日平均气温(℃)

4.3.7

钢管结构中的无加劲直接焊接相贯节点，其管材的屈强比不宜大于0.8；与受拉构件焊接连接的钢管，当管壁厚度大于25mm且沿厚度方向承受较大拉应力时，应采取措施防止层状撕裂。

条文说明

4.3.7 本条对无加劲的直接焊接的相贯节点部位钢管提出材料使用上的注意点。无加劲钢管的主要破坏模式之一是贯通钢管管壁局部弯曲导致的塑性破坏，若无一定的塑性性能保证，相关的计算方法并不适用。因目前国内外在钢管节点的试验研究中，其钢材的屈服强度仅限于355N/mm2及其以下，屈强比均不大于0.8。而对于Q420和Q460级钢材，在钢管节点中试验研究和工程中应用尚少，参照欧洲钢结构设计规范EC3：Design of?steel structures(EN 1993-1-8)第7章的规定，可按本标准给出的公式计算节点静力承载力，然后乘以0.9的折减系数。对我国的Q390级钢，难以找到国外强度级别与其对应的钢材，其静力承载力折减系数可按相关工程设计经验确定(或近似取0.95)。根据欧洲钢结构设计规范EC3：Design?of steel structures的规定，主管管壁厚度不应超过25mm，除非采取措施能充分保证钢板厚度方向的性能。当主管壁厚超过25mm时，管节点施焊时应采取焊前预热等措施降低焊接残余应力，防止出现层状撕裂，或采用具有厚度方向性能要求的Z向钢。
此外，由于兼顾外观尺寸和承载强度两者的需求，将遇到不得不采用径厚比为10左右的钢管的情况。如果采用非轧制厚壁钢管，则必须确认有可行、可靠的加工工艺，不会因之造成成型钢管的材质劣化。
钢管结构中对钢材性能的要求是基于最终成品(钢管及方矩管)，而不是基于母材的性能，对冷成型的钢管(如方矩管的弯角处)，其性能的变化设计者应予以重视，特别是用于抗震或者直接承受疲劳荷载的管节点，对钢管成品的材料性能应作出规定。
钢管结构中的钢管主要承受轴力，因此成品钢管材料的轴向性能必须得到保证。钢板的性能与轧制方向有关，一般塑性和冲击韧性沿轧制方向的性能指标较高，平行于轧制方向的冲击韧性要比横向高5％～10％，因此在卷制或压制钢管时，应优先选取卷曲方向与轧制方向垂直，以保证成品钢管轴向的强度、塑性和冲击韧性均能满足设计要求。当卷曲方向与轧制方向相同时，宜附加要求钢板横向冲击韧性的合格保证。
钢管按照成型方法不同可分为热轧无缝钢管和冷弯焊接钢管，热轧钢管又分为热挤压和热扩两种；冷弯圆管则分为冷卷制与冷压制两种；而冷弯矩形管也有圆变方与直接成方两种。不同的成型方法会对管材产品的性能有不同的影响，热轧无缝钢管和最终热成型钢管残余应力小，在轴心受压构件的截面分类中属于a类；冷弯焊接钢管品种规格范围广，但是其残余应力大，在轴心受压构件的截面分类中属于b类。
对冷成型钢管的径厚比及成型工艺的限制，是要避免冷成型后钢材塑性及韧性过度降低，保证冷成型后圆管、方矩管的材料质量等级(塑性和冲击韧性)。在条件许可时，设计可要求冷成型后再进行热处理。冷成型钢管选材宜采用同强度级GJ钢或高一质量等级的碳素结构钢、低合金结构钢作为原材。

4.4.1 已废止

钢材的设计用强度指标，应根据钢材牌号、厚度或直径按表4.4.1采用。
表4.4.1 钢材的设计用强度指标(N/mm2)

注：1 表中直径指实芯棒材直径，厚度系指计算点的钢材或钢管壁厚度，对轴心受拉和轴心受压构件系指截面中较厚板件的厚度；
2 冷弯型材和冷弯钢管，其强度设计值应按国家现行有关标准的规定采用。

条文说明

4.4.1 本条为强制性条文。对于钢材强度的设计取值，本次修订在大量调研和试验的基础上，新增了Q460钢材；钢材强度设计值按板厚或直径的分组，遵照现行钢材标准进行修改；对抗力分项系数作了较大的调整和补充。
1 调研工作的内容
为配合《钢结构设计标准》修编，确定各类钢材抗力分项系数和强度设计值，调研和试验工作包括以下五个方面：
1)收集整理大型工程如中央电视台新址工程、国贸三期、国家游泳馆、深圳证券大楼、石家庄开元环球中心、锦州国际会展中心、新加坡圣淘沙名胜世界等所用钢材的质检报告和钢材的复检报告，其中包括Q235、Q345、Q390、Q420和Q460钢。钢材生产年限从2004年到2009年，厚度范围为5mm～100mm(少量为100mm～135mm)，数据既包括力学性能，还包括化学元素含量等，总计为14608组；
2)从钢材生产厂舞钢、湘钢、首钢、武钢、太钢、鞍钢、安阳、新余、济钢、宝钢征集指定钢材牌号、规定钢板厚度的拉伸试件，板厚范围为16mm～100mm，牌号为Q345、Q390、Q420和Q460钢，集中后统一由独立的第三方进行试验，在人员、设备和方法一致的条件下，获得公正客观的数据，力学和化学分析数据合计为557组；
3)对影响材性不定性的试验因素(如加载速度和试验机柔度)进行系统的测试分析，以3种牌号钢材、3种板厚、3种加载速度、2种刚度的试验机为试验参数，共进行245件试验；
4)通过十一家钢结构制造厂(安徽鸿路、安徽富煌、江苏沪宁、上海宝冶、宝钢钢构、浙江恒达、东南网架、杭萧钢构、二十二冶、鞍钢建设、中建阳光)，测定钢厂生产的钢板、型钢和钢结构厂制作构件的厚度和几何尺寸偏差，共计25578组，进行截面几何参数不定性统计分析；
5)其他试验及统计分析，如延伸率、屈强比、裂纹敏感性指数和碳当量、硫含量及厚度方向断面收缩率等。
独立的第三方试验数据和工程调研数据相互印证，能够反映我国钢材生产的真实水平，在各钢材牌号、厚度组别一致时，二者的屈服强度平均值、标准差、统计标准值接近，可以以工程调研和独立试验的组合数据作为钢结构设计标准确定抗力分项系数和强度设计指标的基础。
2 钢材力学性能统计分析结果
本次钢材力学性能数据和此前各次相比，其统计分布情况有新的变化，且更为复杂。各牌号钢材质量情况如下：
1)Q235钢的屈服强度平均值比1988年统计有明显增加，但其标准差却成倍增加，屈服强度波动范围加大，统计标准值变化不大，整体质量水平比以前稍有下降；
2)Q345钢在板厚小于或等于16mm时，屈服强度平均值比旧统计值稍有增加，波动区间增大，统计标准差略增，计算标准值反而有些下降；当板厚大于16mm且不超过35mm时，屈服强度平均值、标准差、标准值与原统计值十分接近，基本符合《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994标准要求，也接近《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008标准要求；板厚在大于35mm且不超过50mm时，屈服强度平均值、标准值已超过《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994标准，接近《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008标准要求；当板厚大于50mm且不超过100mm时，屈服强度平均值和标准值均较高，超过《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994标准，并达到《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008标准要求。由2004～2009年生产的Q345钢厚板统计数据表明，Q345的实际质量水平已接近或达到《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008材料标准；
3)Q390钢各厚度组屈服强度平均值普遍较高，强度波动较小，变异系数也普遍较低，屈服强度统计标准值都高于钢材标准规定值，各项指标全都符合要求；
4)Q420钢板厚分为35mm～50mm(不包括35mm)、50mm～100mm(不包括50mm)两组，钢厂质检数据和工程复检数据中存在一定数量屈服强度低于标准较多的数据，不仅屈服强度平均值低、标准差大，并且统计标准值普遍低于材料标准的规定值，是各牌号钢材中最差的一组，因而使抗力分项系数增大，强度设计值仅略大于Q390钢相应厚度组；
5)Q460钢板厚分为35mm～50mm(不包括35mm)、50mm～100mm(不包括50mm)两组，也存在少量屈服强度略低于标准规定的数据，屈服强度平均值稍低，个别统计标准值低于材料标准的规定，就整体而言，已接近合格标准。
国产Q420、Q460钢在建筑中应用仅几年时间，基本上满足了国内重大钢结构工程关键部位的需要，统计结果表明，产品还不能全面达到《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008的要求。钢厂质检和工地复检也出现了不合格的事例，总体水平还有待提高，在工程使用中应加强复检。
3 抗力分项系数取值
《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994编制时，用户曾要求提高16Mn钢的强度，并减小厚度组别的强度级差，当时因炼钢、轧制技术和管理方面的差距，没有仿照国外同类标准缩小级差。《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008修改了厚度组距，并明确了屈服强度为下屈服强度。Q345钢的屈服强度普遍提高，各厚度组的屈服强度级差降为10N/mm2，其中63mm～80mm(不包括63mm)厚度组的屈服强度由275N/mm2提高至315N/mm2；80mm～100mm(不包括80mm)厚度组的屈服强度由275N/mm2提高到300N/mm2，分别提高了14.5％和10.9％。由于Q390、Q420和Q460钢与《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994相比，除厚度组距变化外，屈服强度值并未变化，因此原统计分析结果仍可适用。本统计钢材都是2009年前生产的，独立试验取样的钢板也是2009年～2010年按《低合金高强度结构钢》GB/T?1591-1994标准生产的。从统计结果看，在厚度为40mm～100mm(不包括40mm)范围内，工程调研、独立试验的屈服强度都较高，与《低合金高强度结构钢》GB/T?1591-1994标准相比有一定余量，且已达到《低合金高强度结构钢》GB/T?1591-2008标准要求。基于各牌号钢材和各厚度组别调研和试验数据，按照现行国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB?50068的要求进行数理统计和可靠度分析，并考虑设计使用方便，最终确定钢材的抗力分项系数值(见表6)。
表6?Q235、Q345、Q390、Q420、Q460钢材抗力分项系数γR

4 抗力分项系数变化原因分析
根据国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068-2001规定，本标准采用的最低可靠指标β值应为3.2，而原规范最低可靠指标β值可为3.2-0.25＝2.95。
通过编程运算得出的抗力分项系数，一般以国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009-2001新增加的荷载组合S＝1.35SGK＋1.4×0.7SQK 在应力比ρ＝SGK/SQK＝0.25为最大。
近年来，钢材屈服强度分布规律发生变化，突出表现在Q235、Q345钢屈服强度平均值提高的同时，离散性明显增大，变异系数成倍加大。而Q420、Q460钢厚板强度整体偏低，迫使增大抗力分项系数，还导致低合金钢及不同厚度组之间抗力分项系数有一定的差异。但为了方便设计使用，需要将其适当归并，为了保证安全度，归并后的抗力分项系数对于某些厚度组会偏大。
钢板、型钢厚度负偏差情况较以往严重，在公称厚度较小时更为严重，存在超过现行国家标准《热轧钢板和钢带的尺寸、外形、重量及允许偏差》GB/T 709规定的现象。
以上诸因素导致本次采用的抗力分项系数比《钢结构设计规范》GBJ 17-88(以下简称88版规范)和原规范普遍有所增大。
本标准表4.4.1～表4.4.5的各项强度设计值是根据表7的换算关系并取5的修约成整倍数而得。
表7 强度设计值的换算关系

4.4.2

建筑结构用钢板的设计用强度指标，可根据钢材牌号、厚度或直径按表4.4.2采用。
表4.4.2 建筑结构用钢板的设计用强度指标(N/mm2)

条文说明

4.4.2 本条为新增条文，Q345GJ钢计算模式不定性KP的均值和变异系数仍采用88版规范16Mn的数据，故指标偏于保守。表4.4.2?Q345GJ钢抗力分项系数见表8。
表8?Q345GJ钢材料抗力分项系数

根据国内Q345GJ钢强度设计值研究，提出了Q345GJ钢材的强度设计建议值(表9)，简要情况如下：
2011年完成轴心受压构件足尺试验(试件12件)，计算模式不定性KP的均值和变异系数分别可取1.100和0.071；其抗力不定性的均值和变异系数经计算分别为1.15和0.09。2012年进行受弯构件足尺试验(试件32件)，试验数据稳定且优于预期。其计算模式不定性KP抗力不定性优于上述轴心受压构件。
按照《结构可靠性总原则》(《General Principles on Relia-bility for Structures》)ISO 2394和现行国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068的相关规定，材料性能、几何特征、计算模式三个主要影响因素的统计代表值均可通过Q345GJ试验获得。综合可靠性分析以后，出于慎重再将其分析结果适当降低，抗力分项系数取1.05，从而求得表9的数值，复核结果可靠度水平全部符合现行国家标准《工程结构可靠性设计统一标准》GB 50153和《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068的强制规定。
表9?Q345GJ钢材的强度设计建议值(N/mm2)

符合现行国家标准《建筑结构用钢板》GB/T 19879的GJ类钢材为高性能优质钢材，其性能明显好于符合现行国家标准《碳素结构钢》GB/T 700或《低合金高强度结构钢》GB/T 1591的普通钢材，同等级GJ类钢材强度设计值理应高于普通钢材，戴国欣教授的研究结果也证明了这一点，但由于Q345GJ钢试件来源单一，数据量有限，因此本次修订暂不采用表9，当有可靠依据时，Q345GJ钢设计强度值可参考表9适当提高。

5.1.6

结构内力分析可采用一阶弹性分析、二阶P-△弹性分析或直接分析，应根据下列公式计算的最大二阶效应系数θⅡi,max选用适当的结构分析方法。当θⅡi,max≤0.1时，可采用一阶弹性分析；当0.1＜θⅡi,max≤0.25时，宜采用二阶P-△弹性分析或采用直接分析；当θⅡi,max＞0.25时，应增大结构的侧移刚度或采用直接分析。
1 规则框架结构的二阶效应系数可按下式计算：

式中：∑Ni——所计算i楼层各柱轴心压力设计值之和(N)；
∑Hki——产生层间侧移△u的计算楼层及以上各层的水平力标准值之和(N)；
hi——所计算i楼层的层高(mm)；
△ui——∑Hki作用下按一阶弹性分析求得的计算楼层的层间侧移(mm)。
2 一般结构的二阶效应系数可按下式计算：

式中：ηcr——整体结构最低阶弹性临界荷载与荷载设计值的比值。

条文说明

5.1.6 本条为新增条文。本条对结构分析方法的选择进行了原则性的规定。对于二阶效应明显的有侧移框架结构，应采用二阶弹性分析方法。当二阶效应系数大于0.25时，二阶效应影响显著，设计时需要更高的分析，不能把握时，宜增加结构刚度。直接分析法可适用于任意的二阶效应系数、任意的结构类型。
钢结构根据抗侧力构件在水平力作用下的变形形态，可分为剪切型(框架结构)、弯曲型(如高跨比为6以上的支撑架)和弯剪型。式(5.1.6-1)只适用于剪切型结构，对于弯曲型和弯剪型结构，采用式(5.1.6-2)计算二阶效应系数。强调整体屈曲模态，是要排除可能出现的一些最薄弱构件的屈曲模态。
二阶效应系数也可以采用下式计算：

式中 △uⅡi——按二阶弹性分析求得的计算i楼层的层间侧移；
△ui——按一阶弹性分析求得的计算i楼层的层间侧移。

5.2.1

结构整体初始几何缺陷模式可按最低阶整体屈曲模态采用。框架及支撑结构整体初始几何缺陷代表值的最大值△0(图5.2.1-1)可取为H/250，H为结构总高度。框架及支撑结构整体初始几何缺陷代表值也可按式(5.2.1-1)确定(图5.2.1-1)；或可通过在每层柱顶施加假想水平力Hni等效考虑，假想水平力可按式(5.2.1-2)计算，施加方向应考虑荷载的最不利组合(图5.2.1-2)。

图5.2.1-1 框架结构整体初始几何缺陷代表值及等效水平力

条文说明

结构的初始缺陷包含结构整体的初始几何缺陷和构件的初始几何缺陷、残余应力及初偏心。结构的初始几何缺陷包括节点位置的安装偏差、杆件的初弯曲、杆件对节点的偏心等。一般，结构的整体初始几何缺陷的最大值可根据施工验收规范所规定的最大允许安装偏差取值，按最低阶屈曲模态分布，但由于不同的结构形式对缺陷的敏感程度不同，所以各规范可根据各自结构体系的特点规定其整体缺陷值，如现行行业标准《空间网格结构技术规程》JGJ 7-2010规定：网壳缺陷最大计算值可按网壳跨度的1./300取值。
5.2.1 本条对框架结构整体初始几何缺陷值给出了具体取值，经国内外规范对比分析，显示框架结构的初始几何缺陷值不仅跟结构层间高度有关，而且也与结构层数的多少有关，式(5.2.1-1)是从式(5.2.1-2)推导而来，即：

当采用二阶P-△弹性分析时，因初始几何缺陷不可避免地存在，且有可能对结构的整体稳定性起很大作用，故应在此类分析中充分考虑其对结构变形和内力的影响。对于框架结构也可通过在框架每层柱的柱顶作用附加的假想水平力Hni来替代整体初始几何缺陷。研究表明，框架的层数越多，构件的缺陷影响越小，且每层柱数的影响亦不大。采用假想水平力的方法来替代初始侧移时，假想水平力取值大小即是使得结构侧向变形为初始侧移值时所对应的水平力，与钢材强度没有直接关系，因此本次修订取消了原规范式(3.2.8-1)中钢材强度影响系数。本标准假想水平力计算公式的形式与欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel struc-tures类似，并考虑了框架总层数的影响；通过对典型工况的计算对比得到，本次修订后公式的计算结果与欧洲钢结构设计规范EC3较为接近。需要注意的是，采用假想水平力法时，应施加在最不利的方向，即假想力不能起到抵消外荷载(作用)的效果。

5.5.1

直接分析设计法应采用考虑二阶P-△和P-δ效应，按本标准第5.2.1条、第5.2.2条、第5.5.8条和第5.5.9条同时考虑结构和构件的初始缺陷、节点连接刚度和其他对结构稳定性有显著影响的因素，允许材料的弹塑性发展和内力重分布，获得各种荷载设计值(作用)下的内力和标准值(作用)下位移，同时在分析的所有阶段，各结构构件的设计均应符合本标准第6章～第8章的有关规定，但不需要按计算长度法进行构件受压稳定承载力验算。

条文说明

5.5.1 当采用直接分析设计法时，可以直接建立带有初始几何缺陷的结构和构件单元模型，也可以用等效荷载来替代。在直接分析设计法中，应能充分考虑各种对结构刚度有贡献的因素，如初始缺陷、二阶效应、材料弹塑性、节点半刚性等，以便能准确预测结构行为。
采用直接分析设计法时，分析和设计阶段是不可分割的。两者既有同时进行的部分(如初始缺陷应在分析的时候引入)，也有分开的部分(如分析得到应力状态，再采用设计准则判断是否塑性)。两者在非线性迭代中不断进行修正、相互影响，直至达到设计荷载水平下的平衡为止。这也是直接分析法区别于一般非线性分析方法之处，传统的非线性强调了分析却忽略了设计上的很多要求，因而其结果是不可以“直接”作为设计依据的。
由于直接分析设计法已经在分析过程中考虑了一阶弹性设计中计算长度所要考虑的因素，故不再需要进行基于计算长度的稳定性验算了。
对于一些特殊荷载下的结构分析，比如连续倒塌分析、抗火分析等，因涉及几何非线性、材料非线性、全过程弹塑性分析，采用一阶弹性分析或者二阶P-△弹性分析并不能得到正确的内力结果，应采用直接分析设计法进行结构分析和设计。
直接分析设计法作为一种全过程的非线性分析方法，不允许进行荷载效应的迭加，而应采用荷载组合进行非线性求解。

5.5.3

直接分析法按二阶弹塑性分析时宜采用塑性铰法或塑性区法。塑性铰形成的区域，构件和节点应有足够的延性保证以便内力重分布，允许一个或者多个塑性铰产生，构件的极限状态应根据设计目标及构件在整个结构中的作用来确定。

条文说明

5.5.3 二阶弹塑性分析作为一种设计工具，虽然在学术界和工程界仍有争议，但世界各主流规范均将其纳入规范，以便适应各种需要考虑材料弹塑性发展的情况。
工程界常采用一维梁柱单元来进行弹塑性分析，二维的板壳元和三维的实体元因涉及大量计算一般仅在学术界中采用，塑性铰法和塑性区法是基于梁柱单元的两种常用的考虑材料非线性的方法。
本条规定针对给定的设计目标，二阶弹塑性分析可生成多个塑性铰，直至达到设计荷载水平为止。
对结构进行二阶弹塑性分析，由材料和截面确定的弯矩-曲率关系、节点的半刚性直接影响计算结果，同时分析结果的可靠性有时依赖于结构的破坏模式，不同破坏模式适用的非线性分析增量-迭代策略可能不一样。另外，由于可靠度不同，正常荷载工况下的设计和非正常荷载工况下的设计(如抗倒塌分析或罕遇地震作用下的设计等)对构件极限状态的要求不同。
一般来说，进行二阶弹塑性分析应符合下列规定：
1 除非有充分依据证明一根构件能可靠地由一个单元所模拟(如只受拉支撑)，一般构件划分单元数不宜小于4。构件的几何缺陷和残余应力应能在所划分的单元里考虑到。
2 钢材的应力-应变曲线为理想弹塑性，混凝土的应力-应变曲线可按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB?50010的要求采用。
3 工字形(H形)截面柱与钢梁刚接时，应有足够的措施防止节点域的变形，否则应在结构整体分析时予以考虑。
4 当工字形(H形)截面构件缺少翘曲扭转约束时，应在结构整体分析时予以考虑。
5 可按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009的规定考虑活荷载折减。抗震设计的结构，采用重力荷载代表值后，不得进行活荷载折减。
6 应输出下列计算结果以验证是否符合设计要求：
1)荷载标准组合的效应设计值作用下的挠度和侧移；
2)各塑性铰的曲率；
3)没有出现塑性变形的部位，应输出应力比。

5.5.7

结构和构件采用直接分析设计法进行分析和设计时，计算结果可直接作为承载能力极限状态和正常使用极限状态下的设计依据，应按下列公式进行构件截面承载力验算：

当截面板件宽厚比等级符合S2级要求时，不考虑材料弹塑性发展时，受弯承载力设计值应按式(5.5.7-3)、式(5.5.7-4)确定，按二阶弹塑性分析时，受弯承载力设计值应按式(5.5.7-5)、式(5.5.7-6)确定：

式中：MⅡx、MⅡy——分别为绕x轴、y轴的二阶弯矩设计值，可由结构分析直接得到(N·mm)；
A——构件的毛截面面积(mm2)；
Mcx、Mcy——分别为绕x轴、y轴的受弯承载力设计值(N·mm)；
Wx、Wy——当构件板件宽厚比等级为S1级、S2级、S3级或S4级时，为构件绕x轴、y轴的毛截面模量；当构件板件宽厚比等级为S5级时，为构件绕x轴、y轴的有效截面模量(mm3)；
Wpx、Wpy——构件绕x轴、y轴的塑性毛截面模量(mm3)；
γx、γy——截面塑性发展系数，应按本标准第6.1.2条的规定采用；
φb——梁的整体稳定系数，应按本标准附录C确定。

条文说明

5.5.7 直接分析设计法是一种全过程二阶非线性弹塑性分析设计方法，可以全面考虑结构和构件的初始缺陷、几何非线性、材料非线性等对结构和构件内力的影响，其分析设计过程可用式(8)来表达。用直接分析设计法求得的构件的内力可以直接作为校核构件的依据，进行如下的截面验算即可。
直接分析法不考虑材料弹塑性发展，或按弹塑性分析截面板件宽厚比等级不符合S2级要求时，Mcx＝γxWxf，Mcy＝γyWyf；按弹塑性分析，截面板件宽厚比等级符合S2级要求时，Mcx＝Wpxf，Mcy＝Wpyf。

式中：N——构件的轴力设计值(N)；
A——构件的毛截面面积(mm3)；
Mx、My——绕着构件x、y轴的一阶弯矩承载力设计值(N·mm)；
Wx、Wy——绕着构件x、y轴的毛截面模量(mm3)；
Wpx、Wpy——绕着构件x、y轴的毛截面塑性模量(mm3)；
γx、γy——截面塑性发展系数；
△x、△y——由于结构在荷载作用下的变形所产生的构件两端相对位移值(mm)；
△xi、△yi——由于结构的整体初始几何缺陷所产生的构件两端相对位移值(mm)；
δx、δy——荷载作用下构件在x、y轴方向的变形值(mm)；
δx0、δy0——构件在x、y轴方向的初始缺陷值(mm)。
值得注意的是，上式截面的N-M相关公式是相对保守的，当有足够资料证明时可采用更为精确的N-M相关公式进行验算。

6.1.4

当梁受集中荷载且该荷载处又未设置支承加劲肋时，其计算应符合下列规定：
1 当梁上翼缘受有沿腹板平面作用的集中荷载且该荷载处又未设置支承加劲肋时，腹板计算高度上边缘的局部承压强度应按下列公式计算：

式中：F——集中荷载设计值，对动力荷载应考虑动力系数(N)；
ψ——集中荷载的增大系数；对重级工作制吊车梁，ψ＝1.35；对其他梁，ψ＝1.0；
lz——集中荷载在腹板计算高度上边缘的假定分布长度，宜按式(6.1.4-2)计算，也可采用简化式(6.1.4-3)计算(mm)；
IR——轨道绕自身形心轴的惯性矩(mm4)；
If——梁上翼缘绕翼缘中面的惯性矩(mm4)；
a——集中荷载沿梁跨度方向的支承长度(mm)，对钢轨上的轮压可取50mm；
hy——自梁顶面至腹板计算高度上边缘的距离；对焊接梁为上翼缘厚度，对轧制工字形截面梁，是梁顶面到腹板过渡完成点的距离(mm)；
hR——轨道的高度，对梁顶无轨道的梁取值为0(mm)；
f——钢材的抗压强度设计值(N/mm2)。
2 在梁的支座处，当不设置支承加劲肋时，也应按式(6.1.4-1)计算腹板计算高度下边缘的局部压应力，但ψ取1.0。支座集中反力的假定分布长度，应根据支座具体尺寸按式(6.1.4-3)计算。

条文说明

6.1.4 计算腹板计算高度边缘的局部承压强度时，集中荷载的分布长度lz，早在20世纪40年代中期，苏联的科学家已经利用半无限空间上的弹性地基梁上模型的级数解，获得了地基梁下反力分布的近似解析解，并被英国、欧洲、美国和苏联钢结构设计规范用于轨道下的等效分布长度计算。最新的数值分析表明，基于弹性地基梁的模型得到的承压长度[式(6.1.4-2)中的系数改为3.25就是苏联、英国、欧洲、日本、ISO等采用的公式]偏大，应改为2.83；随后进行的理论上更加严密的解析分析表明，弹性地基梁的变形集中在荷载作用点附近很短的一段，应考虑轨道梁的剪切变形，因此改用半无限空间上的Timoshenko梁的模型，这样得到的承压长度的解析公式的系数从3.25下降到2.17，在梁模型中承压应力的计算应计入荷载作用高度的影响，考虑到轮压作用在轨道上表面，承压应力的扩散更宽，系数可增加到2.83，经综合考虑条文式(6.1.4-2)中系数取3.25，相当于利用塑性发展系数是1.1484。
集中荷载的分布长度lz的简化计算方法，为原规范计算公式，也与式(6.1.4-2)直接计算的结果颇为接近。因此该式中的50mm应该被理解为为了拟合式(6.1.4-2)而引进的，不宜被理解为轮子和轨道的接触面的长度。真正的接触面长度应在20mm～30mm之间。
表11 式(6.1.4-2)和式(6.1.4-3)计算的承压长度对比

轨道上作用轮压，压力穿过具有抗弯刚度的轨道向梁腹板内扩散，可以判断：轨道的抗弯刚度越大，扩散的范围越大，下部腹板越薄(即下部越软弱)，则扩散的范围越大，因此式(6.1.4-2)正确地反映了这个规律。而为了简化计算，本条给出了式(6.1.4-3)，但是考虑到腹板越厚翼缘也越厚的规律，式(6.1.4-3)实际上反映了与式(6.1.4-2)不同的规律，应用时应注意。

6.2.7

支座承担负弯矩且梁顶有混凝土楼板时，框架梁下翼缘的稳定性计算应符合下列规定：
1 当λn,b≤0.45时，可不计算框架梁下翼缘的稳定性。

2 当不满足本条第1款时，框架梁下翼缘的稳定性应按下列公式计算：

式中：b1——受压翼缘的宽度(mm)；
t1——受压翼缘的厚度(mm)；
W1x——弯矩作用平面内对受压最大纤维的毛截面模量(mm3)；
φd——稳定系数，根据换算长细比λe按本标准附录D表D.0.2采用；
λn,b——正则化长细比；
σcr——畸变屈曲临界应力(N/mm2)；
l——当框架主梁支承次梁且次梁高度不小于主梁高度一半时，取次梁到框架柱的净距；除此情况外，取梁净距的一半(mm)。
3 当不满足本条第1款、第2款时，在侧向未受约束的受压翼缘区段内，应设置隅撑或沿梁长设间距不大于2倍梁高并与梁等宽的横向加劲肋。

条文说明

6.2.7 本条针对框架主梁的负弯矩区的稳定性计算提出，负弯矩区下翼缘受压，上翼缘受拉，且上翼缘有楼板起侧向支撑和提供扭转约束，因此负弯矩区的失稳是畸变失稳。
将下翼缘作为压杆，腹板作为对下翼缘提供侧向弹性支撑的部件，上翼缘看成固定，则可以求出纯弯简支梁下翼缘发生畸变屈曲的临界应力，考虑到支座条件接近嵌固，弯矩快速下降变成正弯矩等有利因素，以及实际结构腹板高厚比的限值，腹板对翼缘能够提供强大的侧向约束，因此框架梁负弯矩区的畸变屈曲并不是一个需要特别加以精确计算的问题，因此本条提出了很简单的畸变屈曲临界应力公式(6.2.7-4)。
正则化长细比小于或等于0.45时，弹塑性畸变屈曲应力基本达到钢材的屈服强度，此时截面尺寸刚好满足式(6.2.7-1)。对于抗震设计，要求应更加严格。
不满足式(6.2.7-1)，则设置加劲肋能够为下翼缘提供更加刚强的约束，并带动楼板对框架梁提供扭转约束。设置加劲肋后，刚度很大，一般不再需要计算整体稳定和畸变屈曲。

6.3.3

仅配置横向加劲肋的腹板[图6.3.2(a)]，其各区格的局部稳定应按下列公式计算：

式中：σ——计算腹板区格内，由平均弯矩产生的腹板计算高度边缘的弯曲压应力(N/mm2)；
τ——所计算腹板区格内，由平均剪力产生的腹板平均剪应力(N/mm2)；
σc——腹板计算高度边缘的局部压应力，应按本标准式(6.1.4-1)计算，但取式中的ψ＝1.0(N/mm2)；
hw——腹板高度(mm)；
σcr、τcr、σc,cr——各种应力单独作用下的临界应力(N/mm2)；
λn,b——梁腹板受弯计算的正则化宽厚比；
hc——梁腹板弯曲受压区高度，对双轴对称截面2hc＝h0(mm)；
λn,s——梁腹板受剪计算的正则化宽厚比；
η——简支梁取1.11，框架梁梁端最大应力区取1；
λn,c——梁腹板受局部压力计算时的正则化宽厚比。

条文说明

6.3.3 本条基本保留了原规范的规定。由于腹板应力最大处翼缘应力也很大，后者对前者并不提供约束。将原规范式(4.3.3-2e)分母的153改为138。
式(6.3.3-1)代表弯曲应力、承压应力和剪应力共同作用下腹板发生屈曲的近似的相关公式。在设计简支吊车梁时，需要计算部位是弯矩最大部位和靠近支座的区格，弯矩最大截面，剪应力的影响比较小，支座区格弯曲应力较小。
相关公式各项的分母，在各自的正则化长细比较小的时候，弹塑性局部屈曲的承载力都能够达到各自对应的屈服强度。在最不利的均匀受压的情况下，局部屈曲的稳定系数取1.0对应的正则化长细比大约在0.7(美国AISI规范是0.673)。钢梁腹板稳定性计算的三种应力的稳定性应好于均匀受压的，稳定系数取1.0的正则化长细比应大于0.7，本条对弯曲、剪切和局部承压三种情况，分别取0.85，0.8和0.9；弹性失稳的起点位置的正则化长细比分别取1.25，1.2和1.2，弹性失稳阶段，式(6.3.3-5)、式(6.3.3-10)、式(6.3.3-15)的分子均有1.1，这同样是为了与原规范保持一定程度上的连续性。弹塑性阶段，承载力和正则化长细比的关系是直线。

6.3.6

加劲肋的设置应符合下列规定：
1 加劲肋宜在腹板两侧成对配置，也可单侧配置，但支承加劲肋、重级工作制吊车梁的加劲肋不应单侧配置。
2 横向加劲肋的最小间距应为0.5h0，除无局部压应力的梁，当h0/tw≤100时，最大间距可采用2.5h0外，最大间距应为2h0。纵向加劲肋至腹板计算高度受压边缘的距离应为hc/2.5～hc/2。
3 在腹板两侧成对配置的钢板横向加劲肋，其截面尺寸应符合下列公式规定：

4 在腹板一侧配置的横向加劲肋，其外伸宽度应大于按式(6.3.6-1)算得的1.2倍，厚度应符合式(6.3.6-2)的规定。
5 在同时采用横向加劲肋和纵向加劲肋加强的腹板中，横向加劲肋的截面尺寸除符合本条第1款～第4款规定外，其截面惯性矩Iz尚应符合下式要求：

6 短加劲肋的最小间距为0.75h1。短加劲肋外伸宽度应取横向加劲肋外伸宽度的0.7倍～1.0倍，厚度不应小于短加劲肋外伸宽度的1/15。
7 用型钢(H型钢、工字钢、槽钢、肢尖焊于腹板的角钢)做成的加劲肋，其截面惯性矩不得小于相应钢板加劲肋的惯性矩。在腹板两侧成对配置的加劲肋，其截面惯性矩应按梁腹板中心线为轴线进行计算。在腹板一侧配置的加劲肋，其截面惯性矩应按加劲肋相连的腹板边缘为轴线进行计算。
8 焊接梁的横向加劲肋与翼缘板、腹板相接处应切角，当作为焊接工艺孔时，切角宜采用半径R＝30mm的1/4圆弧。

条文说明

6.3.6 为使梁的整体受力不致产生人为的侧向偏心，加劲肋最好两侧成对配置。但考虑到有些构件不得不在腹板一侧配置横向加劲肋的情况(见图4)，故本条增加了一侧配置横向加劲肋的规定。其外伸宽度应大于按公式(6.3.6-1)算得值的1.2倍，厚度应大于其外伸宽度的1/15。其理由如下：

图4 横向加劲肋的配置方式
钢板横向加劲肋成对配置时，其对腹板水平轴(z-z轴)的惯性矩Iz为：

故规定短加劲肋外伸宽度为横向加劲肋外伸宽度的0.7倍～1.0倍。
本条还规定了短加劲肋最小间距为0.75h1，这是根据a/h2＝1/2、h2＝3h1、a1＝a/2等常用边长之比的情况导出的。
为了避免三向焊缝交叉，加劲肋与翼缘板相接处应切角，但直接受动力荷载的梁(如吊车梁)的中间加劲肋下端不宜与受拉翼缘焊接，一般在距受拉翼缘不少于50mm处断开，故对此类梁的中间加劲肋，本条第8款关于切角尺寸的规定仅适用于与受压翼缘相连接处。

6.4.1

腹板仅配置支承加劲肋且较大荷载处尚有中间横向加劲肋，同时考虑屈曲后强度的工字形焊接截面梁[图6.3.2(a)]，应按下列公式验算受弯和受剪承载能力：

式中：M、V——所计算同一截面上梁的弯矩设计值(N·mm)和剪力设计值(N)；计算时，当V＜0.5Vu，取V＝0.5Vu；当M＜Mf，取M＝Mf；
Mf——梁两翼缘所能承担的弯矩设计值(N·mm)；
Af1、hm1——较大翼缘的截面积(mm2)及其形心至梁中和轴的距离(mm)；
Af2、hm2——较小翼缘的截面积(mm2)及其形心至梁中和轴的距离(mm)；
αe——梁截面模量考虑腹板有效高度的折减系数；
Wx——按受拉或受压最大纤维确定的梁毛截面模量(mm3)；
Ix——按梁截面全部有效算得的绕x轴的惯性矩(mm4)；
hc——按梁截面全部有效算得的腹板受压区高度(mm)；
γx——梁截面塑性发展系数；
ρ——腹板受压区有效高度系数；
λn,b——用于腹板受弯计算时的正则化宽厚比，按本标准式(6.3.3-6)、式(6.3.3-7)计算；
λn,s——用于腹板受剪计算时的正则化宽厚比，按本标准式(6.3.3-11)、式(6.3.3-12)计算，当焊接截面梁仅配置支座加劲肋时，取本标准式(6.3.3-12)中的h0/a＝0。

条文说明

本节条款暂不适用于吊车梁，原因是多次反复屈曲可能导致腹板边缘出现疲劳裂纹。有关资料还不充分。
利用腹板屈曲后强度，一般不再考虑纵向加劲肋。对Q235钢，受压翼缘扭转受到约束的梁，当腹板高厚比达到200时(或受压翼缘扭转不受约束的梁，当腹板高厚比达到175时)，受弯承载力与按全截面有效的梁相比，仅下降5％以内。
6.4.1 工字形截面梁考虑腹板屈曲后强度，包括单纯受弯、单纯受剪和弯剪共同作用三种情况。就腹板强度而言，当边缘正应力达到屈服点时，还可承受剪力0.6Vu。弯剪联合作用下的屈曲后强度与此有些类似，剪力不超过0.5Vu时，腹板受弯屈曲后强度不下降。相关公式和欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel structures相同。
梁腹板受弯屈曲后强度的计算是利用有效截面的概念。腹板受压区有效高度系数ρ和局部稳定计算一样以正则化宽厚比作为参数。ρ值也分为三个区段，分界点和局部稳定计算相同。梁截面模量的折减系数αe的计算公式是按截面塑性发展系数γx＝1得出的偏安全的近似公式，也可用于γx＝1.05的情况。如图5所示，忽略腹板受压屈曲后梁中和轴的变动，并把受压区的有效高度ρ、hc等分在两边，同时在受拉区也和受压区一样扣去(1—ρ)hctw，在计算腹板有效截面的惯性矩时不计扣除截面绕自身形心轴的惯性矩。算得梁的有效截面惯性矩为：

此式虽由双轴对称工字形截面得出，也可用于单轴对称工字形截面。

图5 梁截面模量折减系数简化计算简图
梁腹板受剪屈曲后强度计算是利用拉力场概念。腹板的极限剪力大于屈曲剪力。精确确定拉力场剪力值需要算出拉力场宽度，比较复杂。为简化计算，条文采用相当于下限的近似公式。极限剪力计算也以相应的正则化宽厚比λn,s为参数。计算λn,s时保留了原来采用的嵌固系数1.23。拉力场剪力值参考了欧盟规范的“简单屈曲后方法”。但是，由于拉力带还有弯曲应力，因此把欧盟规范的拉力场乘以0.8。欧盟规范不计嵌固系数，极限剪应力并不比我们采用的高。

6.4.2

加劲肋的设计应符合下列规定：
1 当仅配置支座加劲肋不能满足本标准式(6.4.1-1)的要求时，应在两侧成对配置中间横向加劲肋。中间横向加劲肋和上端受有集中压力的中间支承加劲肋，其截面尺寸除应满足本标准式(6.3.6-1)和式(6.3.6-2)的要求外，尚应按轴心受压构件计算其在腹板平面外的稳定性，轴心压力应按下式计算：

式中：Vu——按本标准式(6.4.1-8)～式(6.4.1-10)计算(N)；
hw——腹板高度(mm)；
τcr——按本标准式(6.3.3-8)～式(6.3.3-10)计算(N/mm2)；
F——作用于中间支承加劲肋上端的集中压力(N)。
2 当腹板在支座旁的区格λn,s＞0.8时，支座加劲肋除承受梁的支座反力外，尚应承受拉力场的水平分力H，应按压弯构件计算其强度和在腹板平面外的稳定，支座加劲肋截面和计算长度应符合本标准第6.3.6条的规定，H的作用点在距腹板计算高度上边缘h0/4处，其值应按下式计算：

式中：a——对设中间横向加劲肋的梁，取支座端区格的加劲肋间距；对不设中间加劲肋的腹板，取梁支座至跨内剪力为零点的距离(mm)。
3 当支座加劲肋采用图6.4.2的构造形式时，可按下述简化方法进行计算：加劲肋1作为承受支座反力R的轴心压杆计算，封头肋板2的截面积不应小于按下式计算的数值：

4 考虑腹板屈曲后强度的梁，腹板高厚比不应大于250，可按构造需要设置中间横向加劲肋。a＞2.5h0和不设中间横向加劲肋的腹板，当满足本标准式(6.3.3-1)时，可取水平分力H＝0。

图6.4.2 设置封头肋板的梁端构造
1-加劲肋；2-封头肋板

条文说明

6.4.2 当利用腹板受剪屈曲后强度时，拉力场对横向加劲肋的作用可以分成竖向和水平两个分力。对中间加劲肋来说，可以认为两相邻区格的水平力由翼缘承受。因此这类加劲肋只按轴心压力计算其在腹板平面外的稳定。
对于支座加劲肋，当和它相邻的区格利用屈曲后强度时，则必须考虑拉力场水平分力的影响，按压弯构件计算其在腹板平面外的稳定。本条除给出支座反力的计算公式和作用部位外，还给出多加一块封头板时的近似计算公式。

6.5.2

腹板开孔梁，当孔型为圆形或矩形时，应符合下列规定：
1 圆孔孔口直径不宜大于梁高的0.70倍，矩形孔口高度不宜大于梁高的0.50倍，矩形孔口长度不宜大于梁高及3倍孔高。
2 相邻圆形孔口边缘间的距离不宜小于梁高的0.25倍，矩形孔口与相邻孔口的距离不宜小于梁高及矩形孔口长度。
3 开孔处梁上下T形截面高度均不宜小于梁高的0.15倍，矩形孔口上下边缘至梁翼缘外皮的距离不宜小于梁高的0.25倍。
4 开孔长度(或直径)与T形截面高度的比值不宜大于12。
5 不应在距梁端相当于梁高范围内设孔，抗震设防的结构不应在隅撑与梁柱连接区域范围内设孔。
6 开孔腹板补强宜符合下列规定：
1)圆形孔直径小于或等于1/3梁高时，可不予补强。当大于1/3梁高时，可用环形加劲肋加强[图6.5.2(a)]，也可用套管[图6.5.2(b)]或环形补强板[图6.5.2(c)]加强；
2)圆形孔口加劲肋截面不宜小于100mm×10mm，加劲肋边缘至孔口边缘的距离不宜大于12mm；圆形孔口用套管补强时，其厚度不宜小于梁腹板厚度；用环形板补强时，若在梁腹板两侧设置，环形板的厚度可稍小于腹板厚度，其宽度可取75mm～125mm；
3)矩形孔口的边缘宜采用纵向和横向加劲肋加强，矩形孔口上下边缘的水平纵向加劲肋端部宜伸至孔口边缘以外单面加劲肋宽度的2倍，当矩形孔口长度大于梁高时，其横向加劲肋应沿梁全高设置；

图6.5.2 钢梁圆形孔口的补强
4)矩形孔口加劲肋截面总宽度不宜小于翼缘宽度的1/2，厚度不宜小于翼缘厚度；当孔口长度大于500mm时，应在梁腹板两面设置加劲肋。
7 腹板开孔梁材料的屈服强度不应大于420N/mm2。

条文说明

6.5.2 本条提出的梁腹板开洞时孔口及其位置的尺寸规定，主要参考美国钢结构标准节点构造大样。
用套管补强有孔梁的承载力时，可根据以下三点考虑：(1)可分别验算受弯和受剪时的承载力； (2)弯矩仅由翼缘承受；(3)剪力由套管和梁腹板共同承担，即：

式中：Vs——套管的受剪承载力；
Vw——梁腹板的受剪承载力。
补强管的长度一般等于梁翼缘宽度或稍短，管壁厚度宜比梁腹板厚度大一级。角焊缝的焊脚长度可取0.7t，t为梁腹板厚度。
研究表明，腹板开孔梁的受力特性与焊接截面梁类似。当需要进行补强时，采用孔上下纵向加劲肋的方法明显优于横向或沿孔外围加劲效果。钢梁矩形孔被补强以后，弯矩可以仅由翼缘承担，剪力由腹板和补强板共同承担。对于矩形开孔，美国Steel Design Guide Series 2中给出了下面一些计算公式：
1 不带补强的腹板开孔梁最大受弯承载力Mm按下列公式进行计算[见图6(a)]：

式中：Mp——塑性极限弯矩，Mp＝fyZ(N·mm)；
△As——腹板开孔削弱面积，△As＝h0tw(mm2)；
h0——腹板开孔高度(mm)；
tw——腹板厚度(mm)；
e——开孔偏心量，取正值(mm)；
Z——未开孔截面塑性截面模量(mm3)；
fy——钢材的屈服强度(N/mm2)。

图6 腹板开孔梁计算几何图形
2 带补强的腹板开孔梁最大受弯承载力Mm按下列公式进行计算[见图6(b)]：

式中：△As——腹板开孔削弱面积，△As＝h0tw—2Ar；
Ar——腹板单侧加劲肋截面积。
上式中带补强指的是腹板矩形开孔上下用加劲肋对称补强的情况，对其他形状的孔可以适当简化成矩形孔的情况进行处理。更多的情况详见美国Steel Design Guide Series 2。

7.2.2

实腹式构件的长细比λ应根据其失稳模式，由下列公式确定：
1 截面形心与剪心重合的构件：
1)当计算弯曲屈曲时，长细比按下列公式计算：

式中：l0x、l0y——分别为构件对截面主轴x和y的计算长度，根据本标准第7.4节的规定采用(mm)；
ix、iy——分别为构件截面对主轴x和y的回转半径(mm)。
2)当计算扭转屈曲时，长细比应按下式计算，双轴对称十字形截面板件宽厚比不超过15εk者，可不计算扭转屈曲。

式中：I0、It、Iw——分别为构件毛截面对剪心的极惯性矩(mm4)、自由扭转常数(mm4)和扇性惯性矩(mm6)，对十字形截面可近似取Iw＝0；
lw——扭转屈曲的计算长度，两端铰支且端截面可自由翘曲者，取几何长度l；两端嵌固且端部截面的翘曲完全受到约束者，取0.5l(mm)。
2 截面为单轴对称的构件：
1)计算绕非对称主轴的弯曲屈曲时，长细比应由式(7.2.2-1)、式(7.2.2-2)计算确定。计算绕对称主轴的弯扭屈曲时，长细比应按下式计算确定：

式中：ys——截面形心至剪心的距离(mm)；
i0——截面对剪心的极回转半径，单轴对称截面i20＝y2s＋i2x＋i2y(mm)；
λz——扭转屈曲换算长细比，由式(7.2.2-3)确定。
2)等边单角钢轴心受压构件当绕两主轴弯曲的计算长度相等时，可不计算弯扭屈曲。塔架单角钢压杆应符合本标准第7.6节的相关规定。
3)双角钢组合T形截面构件绕对称轴的换算长细比λyz可按下列简化公式确定：

图7.2.2-1 双角钢组合T形截面
b-等边角钢肢宽度；b1-不等边角钢长肢宽度；b2-不等边角钢短肢宽度

3 截面无对称轴且剪心和形心不重合的构件，应采用下列换算长细比：

式中：Nxyz——弹性完善杆的弯扭屈曲临界力，由式(7.2.2-15)确定(N)；
xs、ys——截面剪心的坐标(mm)；
i0——截面对剪心的极回转半径(mm)；
Nx、Ny、Nz——分别为绕x轴和y轴的弯曲屈曲临界力和扭转屈曲临界力(N)；
E、G——分别为钢材弹性模量和剪变模量(N/mm2)。
4 不等边角钢轴心受压构件的换算长细比可按下列简化公式确定(图7.2.2-2)：

条文说明

7.2.2 本条对原规范第5.1.2条进行了局部修改。截面单轴对称构件换算长细比的计算公式(7.2.2-4)和单、双角钢的简化公式，都来自弹性稳定理论，这些公式用于弹塑性范围时偏于保守，原因是当构件进入非弹性后其弹性模量下降为Et＝τE，但剪切模量G并不和E同步下降，在构件截面全部屈服之前可以认为G保持常量。计算分析和试验都表明，等边单角钢轴压构件当两端铰支且没有中间支点时，绕强轴弯扭屈曲的承载力总是高于绕弱轴弯曲屈曲承载力，因此条文明确指出这类构件无须计算弯扭屈曲，并删去了原公式(5.1.2-5)。双角钢截面轴压构件抗扭刚度较强，对弯扭屈曲承载力的影响较弱，仍保留原来的弹性公式，只是表达方式上作了改变。绕平行轴屈曲的单角钢压杆，一般在端部用一个肢连接，压力有偏心，并且中间常连有其他构件，其换算长细比的规定见本标准第7.6节。
本条增加了截面无对称轴构件弯扭屈曲换算长细比的计算公式(7.2.2-14)和不等边单角钢的简化公式(7.2.2-20)、公式(7.2.2-21)，这些公式用于弹性构件，在非弹性范围偏于安全，若要提高计算精度，可以在式(7.2.2-22)的右端乘以

7.2.9

钢管梭形格构柱的跨中截面应设置横隔。横隔可采用水平放置的钢板且与周边缀管焊接，也可采用水平放置的钢管并使跨中截面成为稳定截面。两端铰支的三肢钢管梭形格构柱应按本标准式(7.2.1)计算整体稳定。稳定系数φ应根据下列公式计算的换算长细比λ0确定：

式中：As——单根分肢的截面面积(mm2)；
Ncr、Ncr,s、Ncr,a——分别为屈曲临界力、对称屈曲模态与反对称屈曲模态对应的屈曲临界力(N)；
I0、Im、I1——分别为钢管梭形格构柱柱端、1/4跨处以及跨中截面对应的惯性矩(图7.2.9)(mm4)；
Kv,s、Kv,a——分别为对称屈曲与反对称屈曲对应的截面抗剪刚度(N)；
η1、η2——与截面惯性矩有关的计算系数；
b0、bm、b1——分别为梭形柱柱端、1/4跨处和跨中截面的边长(mm)；
ls0——梭形柱节间高度(mm)；
Id、Is——横缀杆和弦杆的惯性矩(mm4)；
As——单个分肢的截面面积(mm2)；
E——材料的弹性模量(N/mm2)。

图7.2.9 钢管梭形格构柱

条文说明

7.2.9 空间多肢钢管梭形格构柱常用于轴心受压构件，在工程上应用愈来愈多，但目前缺乏设计理论指导。清华大学与同济大学的理论和试验研究结果表明，挺直钢管梭形格构柱的屈曲模态(最低阶)依据其几何及截面尺寸可能发生单波形的对称屈曲和反对称屈曲。通过理论推导与对大量的弹性屈曲有限元计算结果进行分析，证明公式(7.2.9-3)与(7.2.9-5)能够比较准确地估算钢管梭形格构柱的对称与反对称屈曲荷载。考虑其几何初始缺陷的影响，其破坏时的变形模式表现为单波形、非对称“S”形及反对称三种，取决于挺直钢管梭形格构柱的失稳模态与初始缺陷的分布及幅值大小。考虑钢管梭形格构柱的整体几何初始缺陷的影响(幅值取L/750)，对其承载力进行了大挠度弹塑性分析以及试验研究。研究结果表明，按照式(7.2.9-1)计算获得的换算长细比并采用b类截面柱子曲线确定钢管梭形格构柱整体稳定系数比较合适且偏于安全。

7.4.1

确定桁架弦杆和单系腹杆的长细比时，其计算长度l0应按表7.4.1-1的规定采用；采用相贯焊接连接的钢管桁架，其构件计算长度l0可按表7.4.1-2的规定取值；除钢管结构外，无节点板的腹杆计算长度在任意平面内均应取其等于几何长度。桁架再分式腹杆体系的受压主斜杆及K形腹杆体系的竖杆等，在桁架平面内的计算长度则取节点中心间距离。
表7.4.1-1 桁架弦杆和单系腹杆的计算长度l0

注：1 l为构件的几何长度(节点中心间距离)，l1为桁架弦杆侧向支承点之间的距离；
2 斜平面系指与桁架平面斜交的平面，适用于构件截面两主轴均不在桁架平面内的单角钢腹杆和双角钢十字形截面腹杆。
表7.4.1-2 钢管桁架构件计算长度l0

注：1 l1为平面外无支撑长度，l为杆件的节间长度；
2 对端部缩头或压扁的圆管腹杆，其计算长度取l；
3 对于立体桁架，弦杆平面外的计算长度取0.9l，同时尚应以0.9l1按格构式压杆验算其稳定性。

条文说明

7.4.1 本条沿用原规范第5.3.1条的一部分并补充了钢管桁架构件的计算长度系数。由于立体钢管桁架应用非常普遍，钢管桁架构件的计算长度系数应反映出立体钢管桁架与平面钢管桁架的区别。一般情况下，立体桁架杆件的端部约束比平面桁架强，故在本标准中对立体桁架与平面桁架杆件的计算长度系数的取值稍有区分，以反映其约束强弱的影响。
对于弦杆平面内计算长度系数的取值，考虑到平面桁架与立体桁架对杆件面内约束的差别不大，故均取0.9。对于支座斜杆和支座竖杆，由于其受力较大，受周边构件的约束较弱，其计算长度系数取1.0。
关于再分式腹杆体系的主斜杆和K形腹杆体系的竖杆在桁架平面内的计算长度，由于此种杆件的上段与受压弦杆相连，端部的约束作用较差，因此规定该段在桁架平面内的计算长度系数采用1.0而不采用0.8。

8.1.1

弯矩作用在两个主平面内的拉弯构件和压弯构件，其截面强度应符合下列规定：

式中：N——同一截面处轴心压力设计值(N)；
Mx、My——分别为同一截面处对x轴和y轴的弯矩设计值(N·mm)；
γx、γy——截面塑性发展系数，根据其受压板件的内力分布情况确定其截面板件宽厚比等级，当截面板件宽厚比等级不满足S3级要求时，取1.0，满足S3级要求时，可按本标准表8.1.1采用；需要验算疲劳强度的拉弯、压弯构件，宜取1.0；
γm——圆形构件的截面塑性发展系数，对于实腹圆形截面取1.2，当圆管截面板件宽厚比等级不满足S3级要求时取1.0，满足S3级要求时取1.15；需要验算疲劳强度的拉弯、压弯构件，宜取1.0；
An——构件的净截面面积(mm2)；
Wn——构件的净截面模量(mm3)。
表8.1.1 截面塑性发展系数γx、γy

条文说明

8.1.1 在轴心力N和弯矩M的共同作用下，当截面出现塑性铰时，拉弯或压弯构件达到强度极限，这时N/Np和M/Mp的相关曲线是凸曲线(这里的Np是无弯矩作用时全截面屈服的应力，Mp是无轴力作用时截面的塑性铰弯矩)，其承载力极限值大于按直线公式计算所得的结果。本标准对承受静力荷载或不需验算疲劳的承受动力荷载的拉弯和压弯构件，用塑性发展系数的方式将此有影响的部分计入设计中。对需要验算疲劳的构件则不考虑截面塑性的发展。
截面塑性发展系数γ的数值是与截面形式、塑性发展深度和截面高度的比值μ、腹板面积和一个翼缘面积的比值α以及应力状态有关。截面板件宽厚比等级可按本标准表3.5.1根据各板件受压区域应力状态确定。
相比原规范，本条补充了圆形截面拉弯构件和压弯构件的计算。采用式(8.1.1-2)计算圆管构件的双向压弯的应力，计算概念清晰。

8.2.1

除圆管截面外，弯矩作用在对称轴平面内的实腹式压弯构件，弯矩作用平面内稳定性应按式(8.2.1-1)计算，弯矩作用平面外稳定性应按式(8.2.1-3)计算；对于本标准表8.1.1第3项、第4项中的单轴对称压弯构件，当弯矩作用在对称平面内且翼缘受压时，除应按式(8.2.1-1)计算外，尚应按式(8.2.1-4)计算；当框架内力采用二阶弹性分析时，柱弯矩由无侧移弯矩和放大的侧移弯矩组成，此时可对两部分弯矩分别乘以无侧移柱和有侧移柱的等效弯矩系数。

式中：N——所计算构件范围内轴心压力设计值(N)；
N′Ex——参数，按式(8.2.1-2)计算(mm)；
φx——弯矩作用平面内轴心受压构件稳定系数；
Mx——所计算构件段范围内的最大弯矩设计值(N·mm)；
W1x——在弯矩作用平面内对受压最大纤维的毛截面模量(mm3)；
φy——弯矩作用平面外的轴心受压构件稳定系数，按本标准第7.2.1条确定；
φb——均匀弯曲的受弯构件整体稳定系数，按本标准附录C计算，其中工字形和T形截面的非悬臂构件，可按本标准附录C第C.0.5条的规定确定；对闭口截面，φb＝1.0；
η——截面影响系数，闭口截面η＝0.7，其他截面η＝1.0；
W2x——无翼缘端的毛截面模量(mm3)。
等效弯矩系数βmx应按下列规定采用：
1 无侧移框架柱和两端支承的构件：

式中：Mqx——横向均布荷载产生的弯矩最大值(N·mm)；
M1——跨中单个横向集中荷载产生的弯矩(N·mm)；
βm1x——取按本条第1款第1项计算的等效弯矩系数；
βmqx——取本条第1款第2项计算的等效弯矩系数。
2 有侧移框架柱和悬臂构件，等效弯矩系数βmx应按下列规定采用：

式中：m——自由端弯矩与固定端弯矩之比，当弯矩图无反弯点时取正号，有反弯点时取负号。
等效弯矩系数βtx应按下列规定采用：
1 在弯矩作用平面外有支承的构件，应根据两相邻支承间构件段内的荷载和内力情况确定：

2 弯矩作用平面外为悬臂的构件，βtx＝1.0。

条文说明

8.2.1 压弯构件的(整体)稳定，对实腹式构件来说，要进行弯矩作用平面内和弯矩作用平面外稳定计算。
1 弯矩平面内的稳定。实腹式压弯构件，当弯矩作用在对称轴平面内时(绕x轴)，其弯矩作用平面内的稳定性应按最大强度理论进行分析。
2 弯矩作用平面外的稳定性。压弯构件弯矩作用平面外的稳定性计算的相关公式是以屈曲理论为依据导出的。
原规范对等效弯矩系数的规定不够细致，大多偏于安全。此项系数不仅和弯矩图形有关，也和轴心压力与临界力之比有关，引进参数N/Ncr可以提高系数的精度，并且不增加很多计算工作量，因为它和式(8.2.1-1)中的N/N′Ex只差一个1.1的系数。
另一方面，原规范对采用二阶内力分析时βmx系数的规定不够恰当，本条进行了必要的改正。
和原规范类似，在本标准附录C中给出了工字形和H形截面φb系数的简化公式，用于压弯构件弯矩作用平面外的稳定计算。

8.3.1

等截面柱，在框架平面内的计算长度应等于该层柱的高度乘以计算长度系数μ。框架应分为无支撑框架和有支撑框架。当采用二阶弹性分析方法计算内力且在每层柱顶附加考虑假想水平力Hni时，框架柱的计算长度系数可取1.0或其他认可的值。当采用一阶弹性分析方法计算内力时，框架柱的计算长度系数μ应按下列规定确定：
1 无支撑框架：
1)框架柱的计算长度系数μ应按本标准附录E表E.0.2有侧移框架柱的计算长度系数确定，也可按下列简化公式计算：

式中：K1、K2——分别为相交于柱上端、柱下端的横梁线刚度之和与柱线刚度之和的比值，K1、K2的修正应按本标准附录E表E.0.2注确定。
2)设有摇摆柱时，摇摆柱自身的计算长度系数应取1.0，框架柱的计算长度系数应乘以放大系数η，η应按下式计算：

式中：∑(Nf/hf)——本层各框架柱轴心压力设计值与柱子高度比值之和；
∑(N1/h1)——本层各摇摆柱轴心压力设计值与柱子高度比值之和。
3)当有侧移框架同层各柱的N/I不相同时，柱计算长度系数宜按式(8.3.1-3)计算；当框架附有摇摆柱时，框架柱的计算长度系数宜按式(8.3.1-5)确定；当根据式(8.3.1-3)或式(8.3.1-5)计算而得的μi小于1.0时，应取μi＝1。

式中：Ni——第i根柱轴心压力设计值(N)；
NEi——第i根柱的欧拉临界力(N)；
hi——第i根柱高度(mm)；
K——框架层侧移刚度，即产生层间单位侧移所需的力(N/mm)；
N1j——第j根摇摆柱轴心压力设计值(N)；
hj——第j根摇摆柱的高度(mm)。
4)计算单层框架和多层框架底层的计算长度系数时，K值宜按柱脚的实际约束情况进行计算，也可按理想情况(铰接或刚接)确定K值，并对算得的系数μ进行修正。
5)当多层单跨框架的顶层采用轻型屋面，或多跨多层框架的顶层抽柱形成较大跨度时，顶层框架柱的计算长度系数应忽略屋面梁对柱子的转动约束。
2 有支撑框架：
当支撑结构(支撑桁架、剪力墙等)满足式(8.3.1-6)要求时，为强支撑框架，框架柱的计算长度系数μ可按本标准附录E表E.0.1无侧移框架柱的计算长度系数确定，也可按式(8.3.1-7)计算。

式中：∑Nbi、∑N0i——分别为第i层层间所有框架柱用无侧移框架和有侧移框架柱计算长度系数算得的轴压杆稳定承载力之和(N)；
Sb——支撑结构层侧移刚度，即施加于结构上的水平力与其产生的层间位移角的比值(N)；
K1、K2——分别为相交于柱上端、柱下端的横梁线刚度之和与柱线刚度之和的比值。K1、K2的修正见本标准附录E表E.0.1注。

条文说明

8.3.1 本条综合了原规范第5.3.3条、第5.3.6条的规定，增加了无支撑框架和有支撑框架μ系数的简化公式(8.3.1-1)和式(8.3.1-7)；改进了强弱支撑框架的分界准则和强支撑框架柱稳定系数计算公式，考虑到不推荐采用弱支撑框架，因此取消了弱支撑框架柱稳定系数的计算公式。
(1)材料是线弹性的；
(2)框架只承受作用在节点上的竖向荷载；
(3)框架中的所有柱子是同时丧失稳定的，即各柱同时达到其临界荷载；
(4)当柱子开始失稳时，相交于同一节点的横梁对柱子提供的约束弯矩，按柱子的线刚度之比分配给柱子；
(5)在无侧移失稳时，横梁两端的转角大小相等方向相反；在有侧移失稳时，横梁两端的转角不但大小相等而且方向亦相同。
根据以上基本假定，并为简化计算起见，只考虑直接与所研究的柱子相连的横梁约束作用，略去不直接与该柱子连接的横梁约束影响，将框架按其侧向支撑情况用位移法进行稳定分析。
附有摇摆柱的框(刚)架柱，其计算长度应乘以增大系数η。多跨框架可以把一部分柱和梁组成框架体系来抵抗侧力，而把其余的柱做成两端铰接。这些不参与承受侧力的柱称为摇摆柱，它们的截面较小，连接构造简单，从而造价较低。不过这种上下均为铰接的摇摆柱承受荷载的倾覆作用必然由支持它的框(刚)架来抵抗，使框(刚)架柱的计算长度增大。公式(8.3.1-2)表达的增大系数η为近似值，与按弹性稳定导出的值接近且略偏安全。

8.3.3

单层厂房框架下端刚性固定的阶形柱，在框架平面内的计算长度应按下列规定确定：
1 单阶柱：
1)下段柱的计算长度系数μ2：当柱上端与横梁铰接时，应按本标准附录E表E.0.3的数值乘以表8.3.3的折减系数；当柱上端与桁架型横梁刚接时，应按本标准附录E表E.0.4的数值乘以表8.3.3的折减系数。
2)当柱上端与实腹梁刚接时，下段柱的计算长度系数μ2，应按下列公式计算的系数μ12乘以表8.3.3的折减系数，系数μ12不应大于按柱上端与横梁铰接计算时得到的μ2值，且不小于按柱上端与桁架型横梁刚接计算时得到的μ2值。

式中：I1、H1——阶形柱上段柱的惯性矩(mm4)和柱高(mm)；?
I2、H2——阶形柱下段柱的惯性矩(mm4)和柱高(mm)；
Kc——阶形柱上段柱线刚度与下段柱线刚度的比值；
η1——参数，根据式(8.3.3-3)计算。
表8.3.3 单层厂房阶形柱计算长度的折减系数

3)上段柱的计算长度系数μ1应按下式计算：

2 双阶柱：
1)下段柱的计算长度系数μ3：当柱上端与横梁铰接时，应取本标准附录E表E.0.5的数值乘以表8.3.3的折减系数；当柱上端与横梁刚接时，应取本标准附录E表E.0.6的数值乘以表8.3.3的折减系数。
2)上段柱和中段柱的计算长度系数μ1和μ2，应按下列公式计算：

式中：η1、η2——参数，可根据本标准式(8.3.3-3)计算；计算η1时，H1、N1、I1分别为上柱的柱高(m)、轴力压力设计值(N)和惯性矩(mm4)，H2、N2、I2分别为下柱的柱高(m)、轴力压力设计值(N)和惯性矩(mm4)；计算η2时，H1、N1、I1分别为中柱的柱高(m)、轴力压力设计值(N)和惯性矩(mm4)，H2、N2、I2分别为下柱的柱高(m)、轴力压力设计值(N)和惯性矩(mm4)。

条文说明

8.3.3 原规范的规定适用于重型厂房，框架横梁均为桁架。因桁架线刚度较大，与柱刚接时可视为无限刚性，原规范附录D表D.0.4就是按柱顶不能转动算得的。现在中型框架也采用单阶钢柱，但横梁为实腹钢梁，其线刚度不及桁架。虽然实腹梁对单阶柱也提供一定的转动约束，但还不到转角可以忽略的程度，为此，需要增添上端有一定约束时μ2系数的计算公式。

8.4.2

工字形和箱形截面压弯构件的腹板高厚比超过本标准表3.5.1规定的S4级截面要求时，其构件设计应符合下列规定：
1 应以有效截面代替实际截面按本条第2款计算杆件的承载力。
1)工字形截面腹板受压区的有效宽度应取为：

式中：hc、he——分别为腹板受压区宽度和有效宽度，当腹板全部受压时，hc＝hw(mm)；
ρ——有效宽度系数，按式(8.4.2-2)计算；
α0——参数，应按式(3.5.1)计算。
2)工字形截面腹板有效宽度he应按下列公式计算：

3)箱形截面压弯构件翼缘宽厚比超限时也应按式(8.4.2-1)计算其有效宽度，计算时取ko＝4.0。有效宽度在两侧均等分布。

图8.4.2 有效宽度的分布
2 应采用下列公式计算其承载力：

式中：Ane、Ae——分别为有效净截面面积和有效毛截面面积(mm2)；
Wnex——有效截面的净截面模量(mm3)；
We1x——有效截面对较大受压纤维的毛截面模量(mm3)；
e——有效截面形心至原截面形心的距离(mm)。

条文说明

8.4.2 本条对原规范第5.4.6条进行了修改和补充。
1 本条有效宽度系数和本标准第7.3.3条有效屈服截面系数完全相同。第7.3.3条均匀受压正方箱形截面，四块壁板的宽厚比同样超限，整个截面的承载力乘以系数ρ进行折减，既可看作是A的折减系数，也可看作是f的折减系数。
2 当压弯构件的弯矩效应在相关公式中占有重要地位，且最大弯矩出现在构件端部截面时，强度验算显然应该针对该截面计算，Ane和Wnex都取自该截面。但构件稳定计算也取此截面的Ae和We1x则将低估构件的承载力，原因是各个截面的有效面积不相同。由于有效截面的形心偏离原截面形心，增加了式(8.4.2-9)～式(8.4.2-11)。
此时，计算构件在框架平面外的稳定性，可取计算段中间1/3范围内弯矩最大截面的有效截面特性。平面内稳定计算在没有适当计算方法之前则仍取弯矩最大处的有效截面特性，不过必然偏于安全。

11.1.4 -11.1.5

11.1.4 沉头和半沉头铆钉不得用于其杆轴方向受拉的连接。

11.1.5 钢结构焊接连接构造设计应符合下列规定：
1 尽量减少焊缝的数量和尺寸；
2 焊缝的布置宜对称于构件截面的形心轴；
3 节点区留有足够空间，便于焊接操作和焊后检测；
4 应避免焊缝密集和双向、三向相交；
5 焊缝位置宜避开最大应力区；
6 焊缝连接宜选择等强匹配；当不同强度的钢材连接时，可采用与低强度钢材相匹配的焊接材料。

条文说明

11.1.5 本条参考了《钢结构焊接规范》GB 50661-2011的第5.1.1条，对焊缝连接构造提出基本要求。值得说明的是，根据目前的疲劳试验结果，预留过焊孔的疲劳构造比实施交叉焊缝的疲劳构造性能差很多，该结果主要归功于近年焊接制造工艺技术的提升和改进，因此在精细工艺控制下允许部分交叉焊缝的存在。
1 根据试验，Q235钢与Q345钢钢材焊接时，若用E50XX型焊条，焊缝强度比用E43XX型焊条时提高不多，设计时只能取用E43XX型焊条的焊缝强度设计值；此外，从连接的韧性和经济方面考虑，故规定宜采用与低强度钢材相适应的焊接材料；
2 焊缝在施焊后，由于冷却引起了收缩应力，施焊的焊脚尺寸愈大，则收缩应力愈大，故规定焊脚尺寸不要过分加大；
3 在大面积板材(如实腹梁的腹板)的拼接中，往往会遇到纵横两个方向的拼接焊缝。过去这种焊缝一般采用T形交叉，有意避开十字形交叉。但根据国内有关单位的试验研究和使用经验以及两种焊缝形式机械性能的比较，十字形焊缝可以应用于各种结构的板材拼接中。从焊缝应力的观点看，无论十字形或T形，其中只有一条后焊焊缝的内应力起主导作用，先焊好的一条焊缝在焊缝交叉点附近受后焊焊缝的热影响已释放了应力。因此可采用十字形或T形交叉。当采用T形交叉时，一般将交叉点的距离控制在200mm以上。

11.1.6

焊缝的质量等级应根据结构的重要性、荷载特性、焊缝形式、工作环境以及应力状态等情况，按下列原则选用：
1 在承受动荷载且需要进行疲劳验算的构件中，凡要求与母材等强连接的焊缝应焊透，其质量等级应符合下列规定：
1)作用力垂直于焊缝长度方向的横向对接焊缝或T形对接与角接组合焊缝，受拉时应为一级，受压时不应低于二级；
2)作用力平行于焊缝长度方向的纵向对接焊缝不应低于二级；
3)重级工作制(A6～A8)和起重量Q≥50t的中级工作制(A4、A5)吊车梁的腹板与上翼缘之间以及吊车桁架上弦杆与节点板之间的T形连接部位焊缝应焊透，焊缝形式宜为对接与角接的组合焊缝，其质量等级不应低于二级。
2 在工作温度等于或低于—20℃的地区，构件对接焊缝的质量不得低于二级。
3 不需要疲劳验算的构件中，凡要求与母材等强的对接焊缝宜焊透，其质量等级受拉时不应低于二级，受压时不宜低于二级。
4 部分焊透的对接焊缝、采用角焊缝或部分焊透的对接与角接组合焊缝的T形连接部位，以及搭接连接角焊缝，其质量等级应符合下列规定：
1)直接承受动荷载且需要疲劳验算的结构和吊车起重量等于或大于50t的中级工作制吊车梁以及梁柱、牛腿等重要节点不应低于二级；
2)其他结构可为三级。

条文说明

11.1.6 本条参考了《钢结构焊接规范》GB 50661-2011的第5.1.5条。条文对焊缝质量等级的选用作了较具体的规定，这是多年实践经验的总结。众所周知，焊缝的质量等级是由现行国家标准《钢结构工程施工质量验收规范》GB 50205规定，为避免设计中的某些模糊认识，本条内容实质上是对过去工程实践经验的系统总结，并根据本标准修订过程中收集到的意见加以补充修改而成。条文所遵循的原则为：
1 焊缝质量等级主要与其受力情况有关，受拉焊缝的质量等级要高于受压或受剪的焊缝；受动力荷载的焊缝质量等级要高于受静力荷载的焊缝；
2 凡对接焊缝，除非作为角焊缝考虑的部分熔透的焊缝，一般都要求熔透并与母材等强，故需要进行无损探伤；对接焊缝的质量等级不宜低于二级；
3 在建筑钢结构中，角焊缝一般不进行无损探伤检验，但对外观缺陷的等级见《钢结构工程施工质量验收规范》GB 50205-2001附录A，可按实际需要选用二级或三级；
4 根据现行国家标准《焊接术语》GB/T 3375，凡T形、十字形或角接接头的对接焊缝基本上都没有焊脚，这不符合建筑钢结构对这类接头焊缝截面形状的要求。为避免混淆，对上述对接焊缝应一律按现行国家标准《焊接术语》GB/T 3375书写为“对接与角接组合焊缝”(下同)。
本条是供设计人员如何根据焊缝的重要性、受力情况、工作条件和设计要求等对焊缝质量等级的选用作出原则和具体规定，而本标准表4.4.5则是根据对接焊缝的不同质量等级对各种受力情况下的强度设计值作出规定，这是两种性质不同的规定。在表4.4.5中，虽然受压和受剪的对接焊缝不论其质量等级如何均具有相同的强度设计值，但不能据此就误认为这种焊缝可以不考虑其重要性和其他条件而一律采用三级焊缝。正如质量等级为一、二级的受拉对接焊缝虽具有相同的强度设计值，但设计时不能据此一律选用二级焊缝的情况相同。
另外，为了在工程质量标准上与国际接轨，对要求熔透的与母材等强的对接焊缝(不论是承受动力荷载或静力荷载，亦不论是受拉或受压)，其焊缝质量等级均不宜低于二级，因为在美国《钢结构焊接规范》AWS中对上述焊缝的质量均要求进行无损探伤，而我国规范对三级焊缝是不进行无损探伤的。

11.1.7

焊接工程中，首次采用的新钢种应进行焊接性试验，合格后应根据现行国家标准《钢结构焊接规范》GB 50661的规定进行焊接工艺评定。

条文说明

11.1.7 焊接性试验指评定母材金属的试验，钢材的焊接性指钢材对焊接加工的适应性，是用以衡量钢材在一定工艺条件下获得优质接头的难易程度和该接头能否在使用条件下可靠运行的具体技术指标。焊接性试验是对设计首次使用的钢种可焊性的具有探索性的科研试验，具有一定的风险性。
新钢种焊接性试验主要分为直接性试验和间接性试验，间接性试验包括SH-CCT图、WM-CCT图，冷、热裂纹敏感性试验，再热裂纹敏感性试验，层状撕裂窗口试验等。焊接性试验是焊接工艺评定的技术依据，国际上明确规定由钢材供应商和科研机构进行这样的工作，而我国没有明确规定，在采用新钢种设计的焊接工程中，本条规定避免了遗漏不可缺少的焊接性试验。
焊接工艺评定是在钢结构工程开始焊接前，按照焊接性试验结果所拟定的焊接工艺，根据现行国家标准《钢结构焊接规范》GB 50661的有关规定测定焊接接头是否具有所要求的使用性能，从而验证所拟定的焊接工艺是否正确的技术工作。钢结构进行焊接工艺评定的主要目的如下：
1 验证所拟定的焊接工艺是否正确。
这项工作包括通过金属焊接性试验或根据有关焊接性能的技术资料所拟定的工艺，也包括已经评定合格，但由于某种原因需要改变一个或一个以上的焊接工艺参数的工艺。
金属焊接性试验制定的工艺也经历了一系列试验，是具有探索性，同时也具有一定风险性的科研工作，主要任务是研究钢材的焊接性能。由于目的不同，与实际工程相比，焊接条件尚存在一定的差距，需要把实验室的数据变为工程的工艺，因此需要进行检验。
2 评价施工单位是否能焊出符合有关要求的焊接接头。
焊接工艺评定具有不可输入性，不可以转让。焊接工艺评定必须根据本单位的实际情况来进行。因为焊接质量由“人员、机器、物料、方法、环境”五大管理要素决定，单位不同其管理要素也不同，所完成的焊接工艺评定的水平也不同，进而带来的焊接技术也不同。事实上，在进行焊接工艺评定的过程中，有的单位经常有不合格的情况发生，充分证实了这一点。

11.2.2

直角角焊缝应按下列规定进行强度计算：

式中：σf——按焊缝有效截面(helw)计算，垂直于焊缝长度方向的应力(N/mm2)；
τf——按焊缝有效截面计算，沿焊缝长度方向的剪应力(N/mm2)；
he——直角角焊缝的计算厚度(mm)，当两焊件间隙b≤1.5mm时，he＝0.7hf；1.5mm＜b≤5mm时，he＝0.7(hf—b)，hf为焊脚尺寸(图11.2.2)；
lw——角焊缝的计算长度(mm)，对每条焊缝取其实际长度减去2hf；
fwf——角焊缝的强度设计值(N/mm2)；
βf——正面角焊缝的强度设计值增大系数，对承受静力荷载和间接承受动力荷载的结构，βf＝1.22；对直接承受动力荷载的结构，βf＝1.0。

图11.2.2 直角角焊缝截面

条文说明

11.2.2 角焊缝两焊脚边夹角为直角的称为直角角焊缝，两焊脚边夹角为锐角或钝角的称为斜角角焊缝。角焊缝的有效面积应为焊缝计算长度与计算厚度(he)的乘积。对任何方向的荷载，角焊缝上的应力应视为作用在这一有效面积上。本条规定的计算方法仅适用于直角角焊缝的计算。
角焊缝按它与外力方向的不同可分为侧面焊缝、正面焊缝、斜焊缝以及由它们组合而成的围焊缝。由于角焊缝的应力状态极为复杂，因而建立角焊缝计算公式要靠试验分析。国内外的大量试验结果证明，角焊缝的强度和外力的方向有直接关系。其中，侧面焊缝的强度最低，正面焊缝的强度最高，斜焊缝的强度介于二者之间。
国内对直角角焊缝的大批试验结果表明：正面焊缝的破坏强度是侧面焊缝的1.35倍～1.55倍。并且通过有关的试验数据，通过加权回归分析和偏于安全方面的修正，对任何方向的直角角焊缝的强度条件可用下式表达(图11)：

式中：σ⊥——垂直于焊缝有效截面(helw)的正应力(N/mm2)；
τ⊥——有效截面上垂直焊缝长度方向的剪应力(N/mm2)；
τ//——有效截面上平行于焊缝长度方向的剪应力(N/mm2)；
fwf——角焊缝的强度设计值(即侧面焊缝的强度设计值)(N/mm2)。
式(31)的计算结果与国外的试验和推荐的计算方法的计算结果是相符的。

图11 角焊缝的计算
现将式(31)转换为便于使用的计算式，如图11所示，令σf为垂直于焊缝长度方向按焊缝有效截面计算的应力：

对承受静力荷载和间接承受动力荷载的结构，采用上述公式，令βf＝1.22，可以保证安全。但对直接承受动力荷载的结构，正面角焊缝强度虽高但刚度较大，应力集中现象也较严重，又缺乏足够的试验依据，故规定取βf＝1。
当垂直于焊缝长度方向的应力有分别垂直于焊缝两个直角边的应力σfx和σfy时(图12)，可从公式(31)导出下式：

式中对使用焊缝有效截面受拉的σfx或σfy取为正值，反之取负值。
由于此种受力复杂的角焊缝还研究得不够，在工程实践中又极少遇到，所以未将此种情况列入标准。建议这种角焊缝采用不考虑应力方向的计算式进行计算，即：

图12 角焊缝σfx、σfy、τf共同作用

11.2.4

部分熔透的对接焊缝(图11.2.4)和T形对接与角接组合焊缝[图11.2.4(c)]的强度，应按式(11.2.2-1)～式(11.2.2-3)计算，当熔合线处焊缝截面边长等于或接近于最短距离s时，抗剪强度设计值应按角焊缝的强度设计值乘以0.9。在垂直于焊缝长度方向的压力作用下，取βf＝1.22，其他情况取βf＝1.0，其计算厚度he宜按下列规定取值，其中s为坡口深度，即根部至焊缝表面(不考虑余高)的最短距离(mm)；α为V形、单边V形或K形坡口角度：
1 V形坡口[图11.2.4(a)]：当α≥60°时，he＝s；当α＜60°时，he＝0.75s；
2 单边V形和K形坡口[图11.2.4(b)、图11.2.4(c)]：当α＝45°±5°时，he＝s—3；
3 U形和J形坡口[图11.2.4(d)、图11.2.4(e)]：当α＝45°±5°时，he＝s。

图11.2.4 部分熔透的对接焊缝和T形对接与角接组合焊缝截面

条文说明

11.2.4 本条为原规范第7.1.5条的修改和补充。部分熔透对接焊缝及对接与角接组合焊缝，其焊缝计算厚度he应根据焊接方法、坡口形状及尺寸、焊接位置分别对坡口深度予以折减，其计算方法可按现行国家标准《钢结构焊接规范》GB?50661执行。部分焊透的对接焊缝，包括部分焊透的对接与角接组合焊缝，其工作情况与角焊缝类似，取βf＝1.0，即不考虑应力方向。考虑到α≥60°的V形坡口，焊缝根部可以焊满，故取he＝s；当α＜60°时，取he＝0.75s，是考虑焊缝根部不易焊满和在熔合线上强度较低的情况。
参照AWS?1998，并与现行国家标准《钢结构焊接规范》GB?50661相协调，将单边V形和K形坡口从V形坡口中分离出来，单独立项，并补充规定了这种焊缝计算厚度的计算方法。
严格地说，上述各种焊缝的计算厚度应根据焊接方法、坡口形式及尺寸和焊缝位置的不同分别确定，详见现行国家标准《钢结构焊接规范》GB?50661。由于差别较小，本条采用了简化的表达方式，其计算结果与现行国家标准《钢结构焊接规范》GB?50661基本相同。
另外，由于熔合线上的焊缝强度比有效截面处低约10％，所以规定为：当熔合线处焊缝截面边长等于或接近于最小距离s时，抗剪强度设计值应按角焊缝的强度设计值乘以0.9。对于垂直于焊缝长度方向受力的不予焊透对接焊缝，因取βf＝1.0，已具有一定的潜力，此种情况不再乘以0.9。
在垂直于焊缝长度方向的压力作用下，由于可以通过焊件直接传递一部分内力，根据试验研究，可将强度设计值乘以1.22，相当于取βf＝1.22，而且不论熔合线处焊缝截面边长是否等于最小距离s，均可如此处理。

11.3.4

承受动荷载时，塞焊、槽焊、角焊、对接连接应符合下列规定：
1 承受动荷载不需要进行疲劳验算的构件，采用塞焊、槽焊时，孔或槽的边缘到构件边缘在垂直于应力方向上的间距不应小于此构件厚度的5倍，且不应小于孔或槽宽度的2倍；构件端部搭接连接的纵向角焊缝长度不应小于两侧焊缝间的垂直间距a，且在无塞焊、槽焊等其他措施时，间距a不应大于较薄件厚度t的16倍(图11.3.4)；

图11.3.3-2 不同宽度或厚度铸钢件的拼接

图11.3.4 承受动载不需进行疲劳验算时构件端部纵向角焊缝长度及间距要求
a-不应大于16t(中间有塞焊焊缝或槽焊焊缝时除外)

2 不得采用焊脚尺寸小于5mm的角焊缝；
3 严禁采用断续坡口焊缝和断续角焊缝；
4 对接与角接组合焊缝和T形连接的全焊透坡口焊缝应采用角焊缝加强，加强焊脚尺寸不应大于连接部位较薄件厚度的1/2，但最大值不得超过10mm；
5 承受动荷载需经疲劳验算的连接，当拉应力与焊缝轴线垂直时，严禁采用部分焊透对接焊缝；
6 除横焊位置以外，不宜采用L形和J形坡口；
7 不同板厚的对接连接承受动载时，应按本标准第11.3.3条的规定做成平缓过渡。

条文说明

11.3.4 本条为塞焊、槽焊、角焊、对接焊接头承受动荷载时的规定，与现行国家标准《钢结构焊接规范》GB 50661的规定保持一致。
对受动力荷载的构件，当垂直于焊缝长度方向受力时，未焊透处的应力集中会产生不利的影响，因此规定不宜采用。但当外荷载平行于焊缝长度方向时，如起重机臂的纵向焊缝[图14(b)]、吊车梁下翼缘焊缝等，只承受剪应力，则可用于受动力荷载的结构。

图14 部分焊透的对接焊

11.3.6

搭接连接角焊缝的尺寸及布置应符合下列规定：
1 传递轴向力的部件，其搭接连接最小搭接长度应为较薄件厚度的5倍，且不应小于25mm(图11.3.6-1)，并应施焊纵向或横向双角焊缝；

图11.3.6-1 搭接连接双角焊缝的要求
t—t1和t2中较小者；hf—焊脚尺寸，按设计要求
2 只采用纵向角焊缝连接型钢杆件端部时，型钢杆件的宽度不应大于200mm，当宽度大于200mm时，应加横向角焊缝或中间塞焊；型钢杆件每一侧纵向角焊缝的长度不应小于型钢杆件的宽度；
3 型钢杆件搭接连接采用围焊时，在转角处应连续施焊。杆件端部搭接角焊缝作绕焊时，绕焊长度不应小于焊脚尺寸的2倍，并应连续施焊；
4 搭接焊缝沿母材棱边的最大焊脚尺寸，当板厚不大于6mm时，应为母材厚度，当板厚大于6mm时，应为母材厚度减去1mm～2mm(图11.3.6-2)；

图11.3.6-2 搭接焊缝沿母材棱边的最大焊脚尺寸

5 用搭接焊缝传递荷载的套管连接可只焊一条角焊缝，其管材搭接长度L不应小于5(t1＋t2)，且不应小于25mm。搭接焊缝焊脚尺寸应符合设计要求(图11.3.6-3)。

图11.3.6-3 管材套管连接的搭接焊缝最小长度
hf—焊脚尺寸，按设计要求

条文说明

11.3.6 本条对搭接焊缝的要求，为原规范第8.2.10条～第8.2.13条的修改和补充，与现行国家标准《钢结构焊接规范》GB 50661的规定保持一致。
为防止搭接部位角焊缝在荷载作用下张开，规定搭接连接角焊缝在传递部件受轴向力时应采用双角焊缝；同时为防止搭接部位受轴向力时发生偏转，规定了搭接连接的最小搭接长度。
为防止构件因翘曲一致使贴合不好，规定了搭接部位采用纵向角焊缝连接构件端部时的最小搭接长度，必要时增加横向角焊缝或塞焊。
使用绕角焊时可避免起落弧的缺陷发生在应力集中较大处，但在施焊时必须在转角处连续焊，不能断弧。
为防止焊接时材料棱边熔塌，规定了搭接焊缝与材料棱边的最小间距。
此外，根据实践经验，增加了薄板搭接长度不得小于25mm的规定。

11.4.2

高强度螺栓摩擦型连接应按下列规定计算：
1 在受剪连接中，每个高强度螺栓的承载力设计值按下式计算：

式中：Nbv——一个高强度螺栓的受剪承载力设计值(N)；
k——孔型系数，标准孔取1.0；大圆孔取0.85；内力与槽孔长向垂直时取0.7；内力与槽孔长向平行时取0.6；
nf——传力摩擦面数目；
μ——摩擦面的抗滑移系数，可按表11.4.2-1取值；
P——一个高强度螺栓的预拉力设计值(N)，按表11.4.2-2取值。

式中：Nv、Nt——分别为某个高强度螺栓所承受的剪力和拉力(N)；
Nbv、Nbt——一个高强度螺栓的受剪、受拉承载力设计值(N)。
表11.4.2-1 钢材摩擦面的抗滑移系数μ

注：1 钢丝刷除锈方向应与受力方向垂直；
2 当连接构件采用不同钢材牌号时，μ按相应较低强度者取值；
3 采用其他方法处理时，其处理工艺及抗滑移系数值均需经试验确定。
表11.4.2-2 一个高强度螺栓的预拉力设计值P(kN)

条文说明

11.4.2 本条参考了《钢结构高强度螺栓连接技术规程》JGJ 82-2011第4.1.1条，当高强度螺栓摩擦型连接采用大圆孔或槽孔时应对抗剪承载力进行折减，乘以孔形折减系数k2。国内外研究和工程实践表明，摩擦型连接的摩擦面抗滑移系数μ主要与钢材表面处理工艺和涂层厚度有关，本条补充规定了对应不同接触面处理方法的抗滑移系数值。另外，根据工程实践及相关研究，本次修订调整了抗滑移系数，使其最大值不超过0.45。
1 高强度螺栓摩擦型连接是靠被连接板叠间的摩擦阻力传递内力，以摩擦阻力刚被克服作为连接承载能力的极限状态。摩擦阻力值取决于板叠间的法向压力即螺栓预拉力P、接触表面的抗滑移系数μ以及传力摩擦面数目nf，故一个摩擦型高强度螺栓的最大受剪承载力为nfμP除以抗力分项系数1.111，即得：

2 关于表11.4.2-1的抗滑移系数，这次修订时增加了Q460钢的μ值，考虑到高强度钢材连接需要较高的连接强度，故未列入接触面处理为钢丝刷清除浮锈或未经处理的干净轧制面的抗滑移系数。另外，原规范规定了当接触面处理为喷砂(丸)或喷砂(丸)后生赤锈时的μ值，本次修订考虑到生赤锈程度很难规范也无检验标准，故予取消。
考虑到酸洗除锈在建筑结构上很难做到，即使小型构件能用酸洗，但往往有残存的酸液会继续腐蚀摩擦面，故未列入。
在实际工程中，还可能采用砂轮打磨(打磨方向应与受力方向垂直)等接触面处理方法，其抗滑移系数应根据试验确定。
另外，按本标准式(11.4.2-1)计算时，没有限定板束的总厚度和连接板叠的块数，当总厚度超出螺栓直径的10倍时，宜在工程中进行试验以确定施工时的技术参数(如转角法的转角)以及受剪承载力。
3 高强度螺栓预拉力P的取值根据原规范的规定采用，预拉力P值以螺栓的抗拉强度为准，再考虑必要的系数，用螺栓的有效截面经计算确定。
拧紧螺栓时，除使螺栓产生拉应力外，还产生剪应力。在正常施工条件下，即螺母的螺纹和下支承面涂黄油润滑剂，或在供货状态原润滑剂未干的情况下拧紧螺栓，对应力会产生显著影响，根据试验结果其影响系数考虑为1.2。
考虑螺栓材质的不均匀性，引进一折减系数0.9。
施工时为了补偿螺栓预拉力的松弛，一般超张拉5％～10％，为此采用一个超张拉系数0.9。由于以螺栓的抗拉强度为准，为安全起见再引入一个附加安全系数0.9，这样高强度螺栓预拉力值应由下式计算：

式中：fu——螺栓经热处理后的最低抗拉强度(N/mm2)；对8.8级，取fu＝830N/mm2，对10.9级，取fu＝1040N/mm2：
Ae——螺纹处的有效面积(mm2)。
本标准表11.4.2-2中的P值就是按式(44)计算的(取5kN的整倍数值)，计算结果小于国外规范的规定值，AISC?1939和Eurocode?3?1993均取预拉力P＝0.7Aefbu，日本的取值亦与此相仿(日本《钢构造限界状态设计指针》1998)。
扭剪型螺栓虽然不存在超张拉问题，但国标中对10.9级螺栓连接副紧固轴力的最小值与本标准表11.4.2-2的P值基本相等，而此紧固轴力的最小值(即P值)却为其公称值的0.9倍。
4 关于摩擦型连接的高强度螺栓，其杆轴方向受拉的承载力设计值Nbt＝0.8P的问题：试验证明，当外拉力Nt过大时，螺栓将发生松弛现象，这样就丧失了摩擦型连接高强度螺栓的优越性。为避免螺栓松弛并保留一定的余量，因此本标准规定为：每个高强度螺栓在其杆轴方向的外拉力的设计值Nt不得大于0.8P。
5 同时承受剪力Nv和栓杆轴向外拉力Nt的高强度螺栓摩擦型连接，其承载力可以采用直线相关公式表达，即本标准公式(11.4.2-3)。

11.4.3

高强度螺栓承压型连接应按下列规定计算：
1 承压型连接的高强度螺栓预拉力P的施拧工艺和设计值取值应与摩擦型连接高强度螺栓相同；
2 承压型连接中每个高强度螺栓的受剪承载力设计值，其计算方法与普通螺栓相同，但当计算剪切面在螺纹处时，其受剪承载力设计值应按螺纹处的有效截面积进行计算；
3 在杆轴受拉的连接中，每个高强度螺栓的受拉承载力设计值的计算方法与普通螺栓相同；
4 同时承受剪力和杆轴方向拉力的承压型连接，承载力应符合下列公式的要求：

式中：Nv、Nt——所计算的某个高强度螺栓所承受的剪力和拉力(N)；
Nbv、Nbt、Nbc——一个高强度螺栓按普通螺栓计算时的受剪、受拉和承压承载力设计值；

条文说明

11.4.3 本条为高强度螺栓承压型连接的计算要求。
1 制造厂生产供应的高强度螺栓并无用于摩擦型连接和承压型连接之分，采用的预应力也无区别；
2 由于高强度螺栓承压型连接是以承载力极限值作为设计准则，其最后破坏形式与普通螺栓相同，即栓杆被剪断或连接板被挤压破坏，因此其计算方法也与普通螺栓相同。但要注意：当剪切面在螺纹处时，其受剪承载力设计值应按螺栓螺纹处的有效面积计算(普通螺栓的抗剪强度设计值是根据连接的试验数据统计而定的，试验时不分剪切面是否在螺纹处，故普通螺栓没有这个问题)；
3 当承压型连接高强度螺栓沿杆轴方向受拉时，本标准表4.4.6给出了螺栓的抗拉强度设计值fbt≈0.48fbu，抗拉承载力的计算公式与普通螺栓相同，本款亦适用于未施加预拉力的高强度螺栓沿杆轴方向受拉连接的计算；
4 同时承受剪力和杆轴方向拉力的高强度螺栓承压型连接：当满足本标准公式(11.4.3-1)、式(11.4.3-2)的要求时，可保证栓杆不致在剪力和拉力联合作用下破坏。
本标准公式(11.4.3-2)是保证连接板件不致因承压强度不足而破坏。由于只承受剪力的连接中，高强度螺栓对板叠有强大的压紧作用，使承压的板件孔前区形成三向压应力场，因而其承压强度设计值比普通螺栓的要高得多。但对受有杆轴方向拉力的高强度螺栓，板叠之间的压紧作用随外拉力的增加而减小，因而承压强度设计值也随之降低。承压型高强度螺栓的承压强度设计值是随外拉力的变化而变化的。为了计算方便，本标准规定只要有外拉力作用，就将承压强度设计值除以1.2予以降低。所以本标准公式(11.4.3-2)中右侧的系数1.2实质上是承压强度设计值的降低系数。计算Nbc时，仍应采用本标准表4.4.6中的承压强度设计值。

11.6.3 -11.6.4

11.6.3 连接耳板应按下列公式进行抗拉、抗剪强度的计算：

式中：N——杆件轴向拉力设计值(N)；
b1——计算宽度(mm)；
d0——销轴孔径(mm)；
f——耳板抗拉强度设计值(N/mm2)。
Z——耳板端部抗剪截面宽度(图11.6.3)(mm)；
fv——耳板钢材抗剪强度设计值(N/mm2)。

11.6.4 销轴应按下列公式进行承压、抗剪与抗弯强度的计算：

图11.6.3 销轴连接耳板受剪面示意图

式中：d——销轴直径(mm)；
fbc——销轴连接中耳板的承压强度设计值(N/mm2)；
nv——受剪面数目；
fbv——销轴的抗剪强度设计值(N/mm2)；
M——销轴计算截面弯矩设计值(N·mm)；
fb——销轴的抗弯强度设计值(N/mm2)；
te——两端耳板厚度(mm)；
tm——中间耳板厚度(mm)；
s——端耳板和中间耳板间间距(mm)。

条文说明

11.6.3、11.6.4 这两条规定了销轴与连接板的计算。销轴连接中耳板可能进入四种承载力极限状态(图16)。

图16 销轴连接中耳板四种承载力极限状
1 耳板净截面受拉
美国标准ANSI/AISC 360-05 Specification for Structural Steel Building、欧洲标准EN 1993-1-8：2005和我国行业标准《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》JTJ 025-86计算耳板净截面的受拉承载力可分别表达如下：

式中：k1＝1.4。
若用美国标准构造要求假定销轴连接的几何尺寸然后分别按美国标准和欧洲标准计算耳板净截面的抗拉承载力，发现两者相差很大，前者约为后者的1.2～4倍。根据我国钢结构构件弹性设计极限状态的含义并考虑耳板净截面处应力分布不均匀性，我们参考欧洲标准并同时参考美国标准最大有效计算宽度提出本标准的计算公式。与我国行业标准《公路桥涵钢结构及木结构设计规范》JTJ 025-86比较，本标准计算公式对应于k1＝1.33～1.54。
2 耳板端部劈开强度计算
美国标准ANSI/AISC 360-05没有耳板端部劈开强度计算公式。但通过构造要求可有：

式中：k2＝2。
我们用式(49)、式(50)试算，结果若满足式(50)则一般均能满足式(49)。本标准采纳式(50)，与我国行业标准JTJ?025-86比较，对应于k2＝1.65～2.08。
3 耳板端部受剪承载力计算

4 耳板面外失稳
在净截面抗拉强度计算中规定了有效宽度beff＝2t＋16，一般能满足beff≤4t，ASME有关文献表明，当beff≤4t时不会发生耳板面外失稳。

12.2.1

连接节点处板件在拉、剪作用下的强度应按下列公式计算：

式中：N——作用于板件的拉力(N)；
Ai——第i段破坏面的截面积，当为螺栓连接时，应取净截面面积(mm2)；
t——板件厚度(mm)；
li——第i破坏段的长度，应取板件中最危险的破坏线长度(图12.2.1)(mm)；
ηi——第i段的拉剪折算系数；
αi——第i段破坏线与拉力轴线的夹角。

图12.2.1 板件的拉、剪撕裂

条文说明

12.2.1 本条基本沿用原规范第7.5.1条。连接节点处板件在拉、剪共同作用下的强度计算公式是根据我国对双角钢杆件桁架节点板的试验研究中拟合出来的，它同样适用于连接节点处的其他板件，如本标准中图12.2.1。
试验的桁架节点板大多数是弦杆和腹杆均为双角钢的K形节点，仅少数是竖杆为工字钢的N形节点。抗拉试验共有6种不同形式的16个试件。所有试件的破坏特征均为沿最危险的线段撕裂破坏，即图17中的BA—AC—CD面二折线撕裂，其中AB、CD与节点板的边界线基本垂直。

图17 节点板受拉计算简图
本标准式(12.2.1-1)的推导过程如下：
在图17中，沿BACD撕裂线割取自由体，由于板内塑性区的发展引起的应力重分布，假定在破坏时撕裂面上各线段的应力σ′i在线段内均匀分布且平行于腹杆轴力，当各撕裂段上的折算应力同时达到抗拉强度fu时，试件破坏。根据平衡条件并忽略很小的M和V，则：

按极限状态设计法，即：∑ηiAif≥N
式中：f——节点板钢材的强度设计值(N/mm2)；
N——斜腹杆的轴向内力设计值(N)；
Ai——为第i段撕裂面的净截面积(mm2)。
式(54)符合破坏机理，其计算值与试验值之比平均为87.5％，略偏于安全且离散性较小。

12.2.2

桁架节点板(杆件轧制T形和双板焊接T形截面者除外)的强度除可按本标准第12.2.1条相关公式计算外，也可用有效宽度法按下式计算：

式中：be——板件的有效宽度(图12.2.2)(mm)；当用螺栓(或铆钉)连接时，应减去孔径，孔径应取比螺栓(或铆钉)标称尺寸大4mm。

条文说明

12.2.2 考虑到桁架节点板的外形往往不规则，用本标准式(12.2.1-1)计算比较麻烦，加之一些受动力荷载的桁架需要计算节点板的疲劳时，该公式更不适用，故参照国外多数国家的经验，建议对桁架节点板可采用有效宽度法进行承载力计算。所谓有效宽度即认为腹杆轴力N将通过连接件在节点板内按照某一个应力扩散角度传至连接件端部与N相垂直的一定宽度范围内，该一定宽度即称为有效宽度be。
在试验研究中，假定be范围内的节点板应力达到fu，并令betfu＝Nu(Nu为节点板破坏时的腹杆轴力)，按此法拟合的结果：
当应力扩散角θ＝27°时精确度最高，计算值与试验值的比值平均为98.9％；当θ＝30°时此比值为106.8％。考虑到国外多数国家对应力扩散角均取30°，为与国际接轨且误差较小，故亦建议取θ＝30°。
有效宽度法计算简单，概念清楚，适用于腹杆与节点板的多种连接情况，如侧焊、围焊和铆钉、螺栓连接等(当采用钢钉或螺栓连接时，be应取为有效净宽度)。
当桁架弦杆或腹杆为T型钢或双板焊接T形截面时，节点构造方式有所不同，节点内的应力状态更加复杂，故本标准公式(12.2.1)和式(12.2.2)均不适用。
用有效宽度法可以制作腹杆内力N与节点板厚度t的关系表，我们先制作了N-(t/b)表，反映了影响有效宽度的斜腹杆连接肢宽度b和侧焊缝焊脚尺寸hf1、hf2的作用，因而该表比以往的N-t表更精确。但由于表形较复杂且参数b和hf的可变性较大，使用不便。为方便设计，便在N-(t/b)表的基础上按不同参数组合下的最不利情况整理出N-t包络图(表12)，使该表具有较充分的依据，而且在常用不同参数b、hf下亦是安全的。
表12 单壁式桁架节点板厚度选用

表12的适用范围为：
1 适用于焊接桁架的节点板强度验算，节点板钢材为Q235，焊条E43；
2 节点板边缘与腹杆轴线之间的夹角应不小于30°；
3 节点板与腹杆周侧焊缝连接，当采用围焊时，节点板的厚度应通过计算确定；
4 对有竖腹杆的节点板，当c/t≤15εk时，可不验算节点板的稳定；对无竖杆的节点板，当c/t≤10εk时，可将受压腹杆的内力乘以增大系数1.25后再查表求节点饭厚度，此时亦可不验算节点极的稳定；式中c为受压腹杆连接肢端面中点沿腹杆轴线方向至弦杆的净距离。
对于表12中的单壁式桁架节点，支座节点板的厚度宜较中间节点板增加2mm。

12.2.3

桁架节点板在斜腹杆压力作用下的稳定性可用下列方法进行计算：
1 对有竖腹杆相连的节点板，当c/t≤15εk时，可不计算稳定，否则应按本标准附录G进行稳定计算，在任何情况下，c/t不得大于22εk，c为受压腹杆连接肢端面中点沿腹杆轴线方向至弦杆的净距离；

图12.2.2 板件的有效宽度
2 对无竖腹杆相连的节点板，当c/t≤10εk时，节点板的稳定承载力可取为0.8betf；当c/t＞10εk时，应按本标准附录G进行稳定计算，但在任何情况下，c/t不得大于17.5εk。

条文说明

12.2.3 参照国外研究资料，补充了净截面计算时孔径扣除尺寸要求和修改了多排螺栓时应力扩散角的取值。本条为桁架节点板的稳定计算要求。
1 共做了8个节点板在受压斜腹杆作用下的试验，其中有无竖腹杆的各4个试件。试验表明：
1)当节点板自由边长度lf与其厚度t之比lf/t＞60εk时，节点板的稳定性很差，将很快失稳，故此时应沿自由边加劲。
2)有竖腹杆的节点板或lf/t≤60εk的无竖腹杆节点板在斜腹杆压力作用下，失稳均呈BA—AC—CD三折线屈折破坏，其屈折线的位置和方向，均与受拉时的撕裂线类同。
3)节点板的抗压性能取决于c/t的大小(c为受压斜腹杆连接肢端面中点沿腹杆轴线方向至弦杆的净距，t为节点板厚度)。在一般情况下，c/t愈大，稳定承载力愈低。
对有竖腹杆的节点板，当c/t≤15εk时，节点板的抗压极限承载力NR,c与抗拉极限承载力NR,t大致相等，破坏的安全度相同，故此时可不进行稳定验算。当c/t＞15εk时，NR,c＜NR,t，应按本标准附录F的近似法验算稳定；当c/t＞22εk时，近似法算出的计算值将大于试验值，不安全，故规定c/t≤22εk。
对无竖腹杆的节点板，NR,c＜NR,t，故一般都应该验算稳定，当c/t＞17.5εk时，节点板用近似法的计算值将大于试验值，不安全，故规定c/t≤17.5εk。
4)lf/t＞60εk的无竖腹杆节点板沿自由边加劲后，在受压斜腹杆作用下，节点板呈BA—AC两折线屈折，这是由于CD区因加劲加强后，稳定承载力有较大提高所致。但此时NR,c＜NR,t，故仍需验算稳定，不过仅需验算BA区和AC区而不必验算CD区而已。
2 本标准附录F所列桁架节点板在斜腹杆轴压力作用下的稳定计算公式是根据8个试件的试验结果拟合出来的。根据破坏特征，节点板失稳时的屈折线主要是BA—AC—CD三折线形(见本标准附录G图G.0.1)。为计算方便且与实际情况基本相符，假定BA平行于弦杆，CD⊥BA。
从试验可知，在斜腹杆轴压力N作用下，节点板内存在三个受压区，即BA区(FBGHA板件)、AC区(AIJC板件)和CD区(CKMP板件)。当其中某一个受压区先失稳后，其他各区立即相继失稳，因此有必要对三个区分别进行验算。其中AC区往往起控制作用。
计算时要先将腹杆轴压力N分解为三个平行分力各自作用于三个受压区屈折线的中点。平行分力的分配比例假定为各屈折线段在有效宽度线(在本标准附录G图G.0.1中为AC的延长线)上投影长度bi与∑bi的比值。然后再将此平行分力分解为垂直于各屈折线的力Ni；Ni应小于或等于各受压区板件的稳定承载力。而受压区板件则可假定为宽度等于屈折线长度的钢板，按轴压构件计算其稳定承载力。铜板长度取为板件的中线长度ci，计算长度系数经拟合后取为0.8，长细比

这样各受压板区稳定验算的表达式为：

其中l1、l2、l3分别为各区屈折线BA、AC、CD的长度；b1、b2、b3为各屈折线在有效宽度线上的投影长度；t为板厚；φi为各受压板区的轴压稳定系数，按λi计算。
对lf/t＞60εk且沿自由边加劲的无竖腹杆节点板失稳时，一般呈BA—AC两屈折线屈曲，显然，在CD区因加劲后其稳定承载力大为提高，已不起控制作用，故只需用上述方法验算BA区和AC区的稳定。
用上述拟合的近似法计算稳定的结果表明，试件的极限承载力计算值NcR,c。与试验值N0R,c之比平均为85％，计算值偏于安全。
3 为了尽量缩小稳定计算的范围，对于无竖腹杆的节点板，我们利用国家标准图集《梯形钢屋架》05G511和《钢托架》05G513中的16个节点，用同一根斜腹杆对节点板做稳定和强度计算，并进行对比以达到用强度计算的方法来代替稳定计算的目的。对比结果表明：
当c/t≤10εk时，大多数节点的Ncc大于0.9Nct(Ncc、Nct为节点板的稳定和强度计算承载力)，仅少数节点的Ncc＝(0.83～0.9)Nct，此时的斜腹杆倾角θ1大多接近60°，这说明θ1的大小对稳定承载力的影响较大。
因为强度计算时的有效宽度be＝AC＋(lf1＋lf2)tan30°，而稳定计算中假定斜腹杆轴压力N分配的有效宽度∑bi＝b′e＝AC＋(lf1＋lf2)sinθ1cosθ1(式中lf1、lf2为斜腹杆两侧角焊缝的长度)。当θ1＝60°或30°时，sinθ1cosθ1＝0.433，与tan30°(＝0.577)相差最大，此时的稳定计算承载力亦最低。设AC＝k(lf1＋lf2)，经统计，k≈0.356，因此当θ1＝60°或30°时的b′e、be值分别为：

因此对无竖腹杆的节点板，当c/t＝10εk且30°≤θ1≤60°时，可将按强度计算[公式(54)]的节点板抗力乘以折减系数0.784作为稳定承载力。考虑到稳定计算公式偏安全近15％，故可将折减系数取为0.8(0.8/0.784＝1.020)，以方便计算。
当然，必要时亦可专门进行稳定计算，若c/t＞10εk时，则应按近似公式计算稳定。

12.2.5

垂直于杆件轴向设置的连接板或梁的翼缘采用焊接方式与工字形、H形或其他截面的未设水平加劲肋的杆件翼缘相连，形成T形接合时，其母材和焊缝均应根据有效宽度进行强度计算。
1 工字形或H形截面杆件的有效宽度应按下列公式计算[图12.2.5(a)]：

式中：be——T形接合的有效宽度(mm)；
fyc——被连接杆件翼缘的钢材屈服强度(N/mm2)；
fyp——连接板的钢材屈服强度(N/mm2)；
tw——被连接杆件的腹板厚度(mm)；
tf——被连接杆件的翼缘厚度(mm)；
tp——连接板厚度(mm)；
s——对于被连接杆件，轧制工字形或H形截面杆件取为圆角半径r；焊接工字形或H形截面杆件取为焊脚尺寸hf(mm)。

图12.2.5 未加劲T形连接节点的有效宽度

式中：fup——连接板的极限强度(N/mm2)；
bp——连接板宽度(mm)。
4 当节点板不满足式(12.2.5-4)要求时，被连接杆件的翼缘应设置加劲肋。
5 连接板与翼缘的焊缝应按能传递连接板的抗力bptpfyp(假定为均布应力)进行设计。

条文说明

12.2.5 本条为新增条文。根据试验研究，在节点板板件(或梁翼缘)拉力作用下，柱翼缘有如两块受线荷载作用的三边嵌固板ABCD、A′B′?C′D′(见图18)，拉力在柱翼缘板的影响长度为p≈12tc，每块板所能承受的拉力可近似取为3.5fyct2fc，两嵌固边之间CC′范围的受拉板(或梁翼缘)屈服，因此板件(或梁翼缘)传来拉力平衡式为：

图18 柱翼缘受力示意
1-荷载；T-拉力；P-影响长度

式(58)即是欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel structuresEurocode-3(BS EN1993-1-8：2005)中采用的板件或工字形、H形截面梁的翼缘与工字形、H形截面的未设水平加劲肋的柱相连，形成T形接合时，板件或梁的翼缘的有效宽度计算公式。考虑到柱翼缘中间和两侧部分刚度不同，难以充分发挥共同作用，翼缘承担的部分应有所折减，为安全起见，同时与本标准第12.3.4条翼缘受拉情况公式建立条件(考虑了0.8折减系数)协调，系数7改为5，这样与按有限元模拟加载试验所得结果较为接近。

12.2.6-12.2.7

12.2.6 杆件与节点板的连接焊缝(图12.2.6)宜采用两面侧焊，也可以三面围焊，所有围焊的转角处必须连续施焊；弦杆与腹杆、腹杆与腹杆之间的间隙不应小于20mm，相邻角焊缝焊趾间净距不应小于5mm。

图12.2.6 杆件与节点板的焊缝连接

12.2.7 节点板厚度宜根据所连接杆件内力的计算确定，但不得小于6mm。节点板的平面尺寸应考虑制作和装配的误差。

条文说明

12.2.6 本条沿用原规范第8.4.6条、第8.2.11条，取消了角钢的L形围焊。在桁架节点处各相互杆件连接焊缝之间宜留有一定的净距，以利施焊且改善焊缝附近钢材的抗脆断性能。本条根据我国的实践经验对节点处相邻焊缝之间的最小净距作出了具体规定。管结构相贯连接节点处的焊缝连接另有较详细的规定(见本标准第13.2节)，故不受此限制。
围焊中有端焊缝和侧焊缝，端焊缝的刚度较大，弹性模量E≈1.5×106；而侧焊缝的刚度较小，E≈(0.7～1)×106，所以在弹性工作阶段，端焊缝的实际负担要高于侧焊缝；但围焊试验中，在静力荷载作用下，届临塑性阶段时，应力渐趋于平均，其破坏强度与仅有侧焊缝时差不多，但其破坏较为突然且塑性变形较小。此外，从国内外几个单位所做的动力试验证明，就焊缝本身来说围焊比侧焊的疲劳强度高，国内某些单位曾在桁架的加固中使用了围焊，效果亦较好。但从“焊接桁架式钢吊车梁下弦及腹杆的疲劳性能”的研究报告中，认为当腹杆端部采用围焊时，对桁架节点板受力不利，节点板有开裂现象，故建议在直接承受动力荷载的桁架腹杆中，节点板应适当加大或加厚。鉴于上述情况，本标准规定：宜采用两面侧焊，也可用三面围焊。
围焊的转角处是连接的重要部位，如在此处熄火或起落弧会加剧应力集中的影响，故规定在转角处必须连续施焊。

12.3.3

当梁柱采用刚性连接，对应于梁翼缘的柱腹板部位设置横向加劲肋时，节点域应符合下列规定：
1 当横向加劲肋厚度不小于梁的翼缘板厚度时，节点域的受剪正则化宽厚比λn,s不应大于0.8；对单层和低层轻型建筑，λn,s不得大于1.2。节点域的受剪正则化宽厚比λn,s应按下式计算：

式中：Mb1、Mb2——分别为节点域两侧梁端弯矩设计值(N·mm)；
Vp——节点域的体积(mm3)；
hc1——柱翼缘中心线之间的宽度和梁腹板高度(mm)；
hb1——梁翼缘中心线之间的高度(mm)；
tw——柱腹板节点域的厚度(mm)；
dc——钢管直径线上管壁中心线之间的距离(mm)；
tc——节点域钢管壁厚(mm)；
fps——节点域的抗剪强度(N/mm2)。
3 节点域的受剪承载力fps应据节点域受剪正则化宽厚比λn,s按下列规定取值：

4 当节点域厚度不满足式(12.3.3-3)的要求时，对H形截面柱节点域可采用下列补强措施：
1)加厚节点域的柱腹板，腹板加厚的范围应伸出梁的上下翼缘外不小于150mm；
2)节点域处焊贴补强板加强，补强板与柱加劲肋和翼缘可采用角焊缝连接，与柱腹板采用塞焊连成整体，塞焊点之间的距离不应大于较薄焊件厚度的21εk倍。
3)设置节点域斜向加劲肋加强。

条文说明

12.3.3 原规范以及现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的节点域计算公式，系参考日本AIJ-ASD的规定给出。AIJ-ASD的节点域承载力验算公式，采用节点域受剪承载力提高到4/3倍的方式，以考虑略去柱剪力(一般的框架结构中，略去柱端剪力项，会导致节点域弯矩增加约1.1倍～1.2倍)、节点域弹性变形占结构整体的份额小、节点域屈服后的承载力有所提高等有利因素。鉴于节点域承载力的这种简化验算已施行了10多年，工程师已很习惯，故条文未改变其形式，只是根据最新资料和具体情况作一些修正。
节点域的受剪承载力与其宽厚比紧密相关。AIJ《钢结构接合部设计指针》介绍了受剪承载力提高系数取4/3的定量评估。定量评估均基于试验结果，并给出了试验的范围。据核算，试验范围的节点域受剪正则化宽厚比λn,s上限为0.52。鉴于本标准中λn,s＝0.8是腹板塑性和弹塑性屈曲的拐点，此时节点域受剪承载力已不适宜提高到4/3倍。为方便设计应用，本次修订把节点域受剪承载力提高到4/3倍的上限宽厚比确定为λn,s＝0.6；而在0.6＜λn,s≤0.8的过渡段，节点域受剪承载力按λn,s在fv和4/3fv之间插值计算。
参考日本AIJ-LSD，轴力对节点域抗剪承载力的影响在轴压比较小时可略去，而轴压比大于0.4时，则按屈服条件进行修正。
0.8＜λn,s≤1.2仅用于门式刚架轻型房屋等采用薄柔截面的单层和低层结构。条文中的承载力验算式的适用范围为0.8＜λn,s≤1.4，但考虑到节点域腹板不宜过薄，故节点域λn,s的上限取为1.2。同时，由于一般情况下这类结构的柱轴力较小，其对节点域受剪承载力的影响可略去。如轴力较大，则可按板件局部稳定承载力相关公式采用 (σcr为受压临界应力)系数对节点域受剪承载力进行修正。但这种修正比较复杂，宜采用在节点域设置斜向加劲肋加强的措施。

12.3.4

梁柱刚性节点中当工字形梁翼缘采用焊透的T形对接焊缝与H形柱的翼缘焊接，同时对应的柱腹板未设置水平加劲肋时，柱翼缘和腹板厚度应符合下列规定：

式中：Afb——梁受压翼缘的截面积(mm2)；
fb、fc——分别为梁和柱钢材抗拉、抗压强度设计值(N/mm2)；
be——在垂直于柱翼缘的集中压力作用下，柱腹板计算高度边缘处压应力的假定分布长度(mm)；
hy——自柱顶面至腹板计算高度上边缘的距离，对轧制型钢截面取柱翼缘边缘至内弧起点间的距离，对焊接截面取柱翼缘厚度(mm)；
tf——梁受压翼缘厚度(mm)；
hc——柱腹板的宽度(mm)；
εk,c——柱的钢号修正系数；
Aft——梁受拉翼缘的截面积(mm2)。

条文说明

12.3.4 梁与柱刚性连接时，如不设置柱腹板的横向加劲肋，对柱腹板和翼缘厚度的要求是：
1 在梁受压翼缘处，柱腹板的厚度应满足强度和局部稳定的要求。公式(12.3.4-1)是根据梁受压翼缘与柱腹板在有效宽度be范围内等强的条件来计算柱腹板所需的厚度。计算时忽略了柱腹板轴向(竖向)内力的影响，因为在主框架节点内，框架梁的支座反力主要通过柱翼缘传递，而连于柱腹板上的纵向梁的支座反力主要通过柱翼缘传递，而连于柱腹板上的纵向梁的支座反力一般较小，可忽略不计。日本和美国均不考虑柱腹板竖向应力的影响。
公式(12.3.4-2)是根据柱腹板在梁受压翼缘集中力作用下的局部稳定条件，偏安全地采用的柱腹板宽厚比的限值。
2 柱翼缘板按强度计算所需的厚度tc可用本标准公式(12.3.4-4)表示，此式源于AISC，其他各国亦沿用之。现简要推演如下(图19)：

图19 柱翼缘在拉力下的受力情况
1-线荷载T；T-拉力；P-影响长度
在梁受拉翼缘处，柱翼缘板受到梁翼缘传来的拉力T＝Aftfb(Aft为梁受拉翼缘截面积，fb为梁钢材抗拉强度设计值)。T由柱翼缘板的三个组成部分承担，中间部分(分布长度为m)直接传给柱腹板的力为fctbm，其余各由两侧ABCD部分的板件承担。根据试验研究，拉力在柱翼缘板上的影响长度p≈12tc，并可将此受力部分视为三边固定一边自由的板件，在固定边将因受弯而形成塑性铰。因此可用屈服线理论导出此板的承载力设计值为p＝C1fct2c，式中C1为系数，与几何尺寸p、h、q等有关。对实际工程中常用的宽翼缘梁和柱，C1＝3.5～5.0，可偏安全地取p＝3.5fct2c。这样，柱翼缘板受拉时的总承载力为：2×3.5fct2c＋fctbm。考虑到翼板中间和两侧部分的抗拉刚度不同，难以充分发挥共同工作，可乘以0.8的折减系数后再与拉力T相平衡：

Ⅲ 外包式柱脚

12.7.7 外包式柱脚(图12.7.7)的计算与构造应符合下列规定：
1 外包式柱脚底板应位于基础梁或筏板的混凝土保护层内；外包混凝土厚度，对H形截面柱不宜小于160mm，对矩形管或圆管柱不宜小于180mm，同时不宜小于钢柱截面高度的30％；混凝土强度等级不宜低于C30；柱脚混凝土外包高度，H形截面柱不宜小于柱截面高度的2倍，矩形管柱或圆管柱宜为矩形管截面长边尺寸或圆管直径的2.5倍；当没有地下室时，外包宽度和高度宜增大20％；当仅有一层地下室时，外包宽度宜增大10％；

图12.7.7 外包式柱脚
1-钢柱；2-水平加劲肋；3-柱底板；4-栓钉(可选)；5-锚栓；
6-外包混凝土；7-基础梁；Lr-外包混凝土顶部箍筋至柱底板的距离
2 柱脚底板尺寸和厚度应按结构安装阶段荷载作用下轴心力、底板的支承条件计算确定，其厚度不宜小于16mm；
3 柱脚锚栓应按构造要求设置，直径不宜小于16mm，锚固长度不宜小于其直径的20倍；
4 柱在外包混凝土的顶部箍筋处应设置水平加劲肋或横隔板，其宽厚比应符合本标准第6.4节的相关规定；
5 当框架柱为圆管或矩形管时，应在管内浇灌混凝土，强度等级不应小于基础混凝土。浇灌高度应高于外包混凝土，且不宜小于圆管直径或矩形管的长边；
6 外包钢筋混凝土的受弯和受剪承载力验算及受拉钢筋和箍筋的构造要求应符合现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010的有关规定，主筋伸入基础内的长度不应小于25倍直径，四角主筋两端应加弯钩，下弯长度不应小于150mm，下弯段宜与钢柱焊接，顶部箍筋应加强加密，并不应小于3根直径12mm的HRB335级热轧钢筋。

条文说明

12.7.7 外包式柱脚属于钢和混凝土组合结构，内力传递复杂，影响因素多，目前还存在一些未充分明晰的内容。因此，诸如各部分的形状、尺寸以及补强方法等构造要求较多。
混凝土外包式柱脚的钢柱弯矩(图20)，大致上外包柱脚顶部钢筋位置处最大，底板处约为零。在此弯矩分布假定下所对应的承载机构如图21所示。也即在外包混凝土刚度较大且充分配置顶部钢筋的条件下，主要假定外包柱脚顶部开始从钢柱向混凝土传递内力。
外包式柱脚典型的破坏模式(图22)有：钢柱的压力导致顶部混凝土压坏；外包混凝土剪力引起的斜裂缝；主筋在外包混凝土锚固区破坏；主筋弯曲屈服。

其中，前三种破坏模式会导致承载力急剧下降，变形能力较差。因此外包混凝土顶部应配置足够的抗剪补强钢筋，通常集中配置3道构造箍筋，以防止顶部混凝土被压碎和保证水平剪力传递。外包式柱脚箍筋按100mm的间距配置，以避免出现受剪斜裂缝，并应保证钢筋的锚固长度和混凝土的外包厚度。
随外包柱脚加高，外包混凝土上作用的剪力相应变小，但主筋锚固力变大，可有效提高破坏承载力。外包混凝土高度通常取柱宽的2.5倍及以上。
综上所述，钢柱向外包混凝土传递内力在顶部钢筋处实现，因此外包混凝土部分按钢筋混凝土悬臂梁设计(图23)即可。

图23 外包式柱脚的计算概念图
外包混凝土尺寸较大时，放大柱脚底板宽度，柱外侧配置锚栓，可按这些锚栓承担一定程度的弯矩来设计外包式柱脚，其传力机构如图24所示，此时底板下部轴力和弯矩可分开处理。简言之，轴力由底板直接传递至基础，对于弯矩，受拉侧纵向钢筋和锚栓看作受拉钢筋，用柱脚内力中减去锚栓传递部分的弯矩。

图24 外包式柱脚地脚螺栓的计算方法
柱脚受拉时，当在弯矩较小的钢柱中性轴附近追加设置锚栓时，较为简便的设计方法是由锚栓承担拉力。
外包式柱脚的柱底钢板可根据计算确定，但其厚度不宜小于16mm；锚栓直径规格不宜小于M16，且应有足够的锚固深度。

Ⅳ 埋入式柱脚

12.7.8 埋入式柱脚应符合下列规定：
1 柱埋入部分四周设置的主筋、箍筋应根据柱脚底部弯矩和剪力按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010计算确定，并应符合相关的构造要求。柱翼缘或管柱外边缘混凝土保护层厚度(图12.7.8)、边列柱的翼缘或管柱外边缘至基础梁端部的距离不应小于400mm，中间柱翼缘或管柱外边缘至基础梁梁边相交线的距离不应小于250mm；基础梁梁边相交线的夹角应做成钝角，其坡度不应大于1：4的斜角；在基础护筏板的边部，应配置水平U形箍筋抵抗柱的水平冲切；

图12.7.8 柱翼缘或管柱外边缘混凝土保护层厚度
2 柱脚端部及底板、锚栓、水平加劲肋或横隔板的构造要求应符合本标准第12.7.7条的有关规定；
3 圆管柱和矩形管柱应在管内浇灌混凝土；
4 对于有拔力的柱，宜在柱埋入混凝土部分设置栓钉。

12.7.9 埋入式柱脚埋入钢筋混凝土的深度d应符合下列公式的要求与本标准表12.7.10的规定：

式中：M、V——柱脚底部的弯矩(N·mm)和剪力设计值(N)；
d——柱脚埋深(mm)；
bf——柱翼缘宽度(mm)；
D——钢管外径(mm)；
fc——混凝土抗压强度设计值，应按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50010的规定采用(N/mm2)。

条文说明

12.7.8 将钢柱直接埋入混凝土构件(如地下室墙、基础梁等)中的柱脚称为埋入式柱脚(图25)；而将钢柱置于混凝土构件上又伸出钢筋，在钢柱四周外包一段钢筋混凝土者为外包式柱脚，亦称为非埋入式柱脚。这两种柱脚常用于多、高层钢结构建筑物。本条规定与现行行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ?99以及《钢骨混凝土结构设计规程》YB?9082中相类似的构造要求相协调。

图25 埋入式柱脚
1-加劲肋；2-栓钉；3-钢筋混凝土基础
研究表明，栓钉对于传递弯矩和剪力没有支配作用，但对于抗拉，由于栓钉受剪，能传递内力。因此对于有拔力的柱，规定了宜设栓钉的要求。

12.7.9 柱脚边缘混凝土的承压应力主要依据钢柱侧面混凝土受压区的支承反力形成的抗力与钢柱的弯距和剪力平衡，便可得出钢柱与基础的刚性连接的埋入深度以及柱脚边缘混凝土的承压应力小于或等于混凝土抗压强度设计值的计算式。

Ⅴ 插入式柱脚

12.7.10 插入式柱脚插入混凝土基础杯口的深度应符合表12.7.10的规定，实腹截面柱柱脚应根据本标准第12.7.9条的规定计算，双肢格构柱柱脚应根据下列公式计算：

式中：N——柱肢轴向拉力设计值(N)；
ft——杯口内二次浇灌层细石混凝土抗拉强度设计值(N/mm2)；
S——柱肢外轮廓线的周长，对圆管柱可按式(12.7.10-2)计算。
表12.7.10 钢柱插入杯口的最小深度

注：1 实腹H形柱或矩形管柱的hc为截面高度(长边尺寸)，bc为柱截面宽度，D为圆管柱的外径；
2 格构柱的hc为两肢垂直于虚轴方向最外边的距离，bc为沿虚轴方向的柱肢宽度；
3 双肢格构柱柱脚插入混凝土基础杯口的最小深度不宜小于500mm，亦不宜小于吊装时柱长度的1/20。

12.7.11 插入式柱脚设计应符合下列规定：
1 H形钢实腹柱宜设柱底板，钢管柱应设柱底板，柱底板应设排气孔或浇筑孔；
2 实腹柱柱底至基础杯口底的距离不应小于50mm，当有柱底板时，其距离可采用150mm；
3 实腹柱、双肢格构柱杯口基础底板应验算柱吊装时的局部受压和冲切承载力；
4 宜采用便于施工时临时调整的技术措施；
5 杯口基础的杯壁应根据柱底部内力设计值作用于基础顶面配置钢筋，杯壁厚度不应小于现行国家标准《建筑地基基础设计规范》GB 50007的有关规定。

条文说明

12.7.10 当钢柱直接插入混凝土杯口基础内用二次浇灌层固定时，即为插入式柱脚(图26)。近年来，北京钢铁设计研究总院和重庆钢铁设计研究院等单位均对插入式钢柱脚进行过试验研究，并曾在多项单层工业厂房工程中使用，效果较好，并不影响安装调整。本条规定是参照北京钢铁设计研究总院土建三室于1991年6月编写的“钢柱杯口式柱脚设计规定”(土三结规2-91)提出来的，同时还参考了有关钢管混凝土结构设计规程，其中钢柱插入杯口的最小深度与我国电力行业标准《钢-混凝土组合结构设计规程》DL/T?5085-1999的插入深度比较接近，而国家建材局《钢管混凝土结构设计与施工规程》JC?J01-89中对插入深度的取值过大，故未予采用。另外，本条规定的数值大于预制混凝土柱插入杯口的深度，这是合适的。
对双肢柱的插入深度，北京钢铁设计研究总院原取为(1/3～1/2)hc。而混凝土双肢柱为(1/3～2/3)hc，并说明当柱安装采用缆绳固定时才用1/3hc。为安全计，本条将最小插入深度改为0.5hc。
在原规范第8.4.15条的基础上，增加了单层、多层、高层和单层厂房双肢格构柱插入基础深度的计算。插入式柱脚是指钢柱直接插入已浇筑好的杯口内，经校准后用细石混凝土浇灌至基础顶面，使钢柱与基础刚性连接。柱脚的作用是将钢柱下端的内力(轴力、弯矩、剪力)通过二次浇灌的细石混凝土传给基础，其作用力的传递机理与埋入式柱脚基本相同。钢柱下部的弯矩和剪力，主要是通过二次浇灌层细石混凝土对钢柱翼缘的侧向压力所产生的弯矩来平衡，轴向力由二次浇灌层的粘结力和柱底反力承受。钢柱侧面混凝土的支承反力形成的抵抗弯矩和承压高度范围内混凝土的抗力与钢柱的弯矩和剪力平衡，便可得出保证钢柱与基础刚性连接的插入深度。20世纪80年代～90年代国内对双肢格构柱插入式钢柱脚进行了试验研究，并已在单层工业厂房和多高层房屋工程得到使用，效果很好。这种柱脚构造简单、节约钢材、安全可靠。

图26 插入式柱脚

12.7.11 柱脚构造及杯口基础的设计规定主要是工程设计实践经验的总结。

13.2.1

钢管直接焊接节点的构造应符合下列规定：

1 主管的外部尺寸不应小于支管的外部尺寸，主管的壁厚不应小于支管的壁厚，在支管与主管的连接处不得将支管插入主管内。
2 主管与支管或支管轴线间的夹角不宜小于30°。
3 支管与主管的连接节点处宜避免偏心；偏心不可避免时，其值不宜超过下式的限制；

式中：e——偏心距(图13.1.4)；
D——圆管主管外径(mm)；
h——连接平面内的方(矩)形管主管截面高度(mm)。
4 支管端部应使用自动切管机切割，支管壁厚小于6mm时可不切坡口。
5 支管与主管的连接焊缝，除支管搭接应符合本标准第13.2.2条的规定外，应沿全周连续焊接并平滑过渡；焊缝形式可沿全周采用角焊缝，或部分采用对接焊缝，部分采用角焊缝，其中支管管壁与主管管壁之间的夹角大于或等于120°的区域宜采用对接焊缝或带坡口的角焊缝；角焊缝的焊脚尺寸不宜大于支管壁厚的2倍；搭接支管周边焊缝宜为2倍支管壁厚。
6 在主管表面焊接的相邻支管的间隙a不应小于两支管壁厚之和[图13.1.4(a)、图13.1.4(b)]。

条文说明

13.2.1 本条沿用原规范第10.1.5条的一部分及第10.2.1条、第10.2.2条、第10.2.5条。本节各项构造规定是用于保证节点连接的施工质量，从而保证实现计算规定的各种性能。
1 当主管采用冷成型方矩形管时，其弯角部位的钢材受加工硬化作用产生局部变脆，不宜在此部位焊接支管；另一方面，如果支管与主管同宽，弯角部位的焊缝构造处理困难，因此支管宽度宜小于主管宽度。
2 “连接处主管与支管轴线间夹角以及各支管轴线间夹角不宜小于30°”的规定是为了保证施焊条件，便于焊根熔透，也有利于减少尖端处焊缝的撕裂应力。
3 格构式构件在一定条件下可近似按铰接杆件体系进行内力分析，因此节点连接处应尽可能避免偏心。但当偏心不可避免(如为使支管间隙满足本条第6款要求而调整支管位置)但未超过式(13.2.1)限制时，在计算节点和受拉主管承载力时，可不考虑偏心引起的弯矩作用，在计算受压主管承载力时应考虑偏心弯矩M＝△N·e(△N为节点两侧主管轴力之差值)的影响；搭接型连接时，由于受到搭接率规定的影响(本标准第13.2.2条第1款)，可能突破式(13.2.1)的限制，此时格构式构件(桁架、拱架、塔架等)可按有偏心架进行内力分析。
4 支管端部形状及焊缝形式随支管和主管相交位置、支管壁厚不同以及焊接条件变化而异，如果不采用精密的机械加工，不易保证装配焊缝质量。我国成规模的钢结构加工制造企业已经普遍装备了自动切管机，因此本次修订要求支管端部加工都采用自动切管机。
5 由于断续焊缝易产生咬边、夹渣等焊缝缺陷，以及不均匀热影响区的材质缺陷，恶化焊缝的性能，故主管和支管的连续焊缝应沿全周连续焊接，焊缝尺寸应适中，形状合理。在保证节点设计承载力大于支管设计内力的条件下，多数情况下角焊缝焊脚尺寸达到1.5倍支管厚度是可以满足承载要求的；但当支管设计内力接近支管设计承载力时，角焊缝尺寸只有达到2倍支管厚度才能满足承载要求。角焊缝尺寸应由计算确定，满足受力条件时不必过分加大，限制最大焊脚尺寸的目的在于防止过度焊接的不利影响。

13.2.2

支管搭接型的直接焊接节点的构造尚应符合下列规定：
1 支管搭接的平面K形或N形节点[图13.2.2(a)、图13.2.2(b)]，其搭接率ηov＝q/p×100％应满足25％≤ηov≤100％，且应确保在搭接的支管之间的连接焊缝能可靠地传递内力；
2 当互相搭接的支管外部尺寸不同时，外部尺寸较小者应搭接在尺寸较大者上；当支管壁厚不同时，较小壁厚者应搭接在较大壁厚者上；承受轴心压力的支管宜在下方。

图13.2.2 支管搭接的构造
1-搭接支管；2-被搭接支管

条文说明

13.2.2 本条基本沿用原规范第10.2.3条、第10.2.4条。空间节点中，支管轴线不在同一平面内时，如采用搭接型连接，构造措施可参照本条规定。
K形搭接节点中，两支管间应有足够的搭接区域以保证支管间内力平顺地传递。研究表明(图30)，搭接率小于25％时，节点承载力将有较大程度地降低，故搭接节点中需限制搭接率。

图30 搭接率对节点承载力的影响
支管互相搭接时，从传力合理、施焊可行的原则出发，需对不同搭接支管(位于上方)与被搭接支管(位于下方)的相对关系予以规定。原规范规定“当支管钢材强度等级不同时，低强度管应搭接在高强度管上”，考虑到实际工程中很少出现这种情况，本次修订从正文中删去这一规定，但如遇见此种情况仍可按此原则处理。实际工程中还可能遇到如外部尺寸较大支管反而壁厚较小的情况，此时因外部尺寸较大管置于下方，对被搭接支管在搭接处的管壁承载力应进行计算，不能满足强度要求时，被搭接部位应考虑加劲措施。
搭接型连接中，位于下方的被搭接支管在组装、定位后，该支管与主管接触的一部分区域被搭接支管从上方覆盖，称为隐蔽部位。隐蔽部位无法从外部直接焊接，施焊十分困难。圆钢管直接焊接节点中，当搭接支管轴线在同一平面内时，除需要进行疲劳计算的节点、按中震弹性设计的节点以及对结构整体性能有重要影响的节点外，被搭接支管的隐蔽部位(图31)可不焊接；被搭接支管隐蔽部位必须焊接时，允许在搭接管上设焊接手孔(图32)，在隐蔽部位施焊结束后封闭，或将搭接管在节点近旁处断开，隐蔽部位施焊后再接上其余管段(图33)。

图31 搭接连接的隐蔽部位
1-搭接支管；2-被搭接支管；3-趾部；4-跟部；5-主管；6-被搭接支管内隐蔽部分

图32 焊接手孔示意
1-焊接手孔

图33 隐蔽部分施焊时搭接支管断开示意
1-断开位置
日本建筑学会(AIJ)1990年版《钢管结构设计指南与解说》在6.7条解说中指出“组装后的隐蔽部位即使不焊也没有什么影响”。近年来同济大学进行了多批次搭接节点隐蔽部位焊接与否的对比试验，包括承受单调静力荷载与低周反复荷载的节点试件；这些试验涉及的节点形式为平面K形和KT形。试验结果表明，在单调荷载作用下，当搭接率在不小于25％且不大于100％范围内时，隐蔽部分焊接与否对节点部位弹性阶段的变形以及极限承载力没有显著影响。Eutocode?3中指出，两支管垂直于主管的内力分量相差20％以上时，内隐蔽部位应予焊接；但同济大学的试验表明，此时节点承载力并未降低，同时国际焊接协会(IIW)最新规程亦无此规定。但是隐蔽部位的疲劳性能还缺乏实验的支持。节点承受低周反复荷载时，试验结果表明，如果发生很大的非弹性变形，也会导致承载后期节点性能的劣化，故支管隐蔽部位可不焊接的适用范围暂宜在6度、7度抗震设防地区的建筑结构考虑。
K形搭接节点的隐蔽部位焊接时，在搭接率小于60％时，受拉支管在下时承载力略高；但如隐蔽部位不焊接，则其承载力大为降低。相反，受压支管在下时，无论隐蔽部位焊接与否，其承载力均变化不大(＜7％)，综合考虑，建议搭接节点中，承受轴心压力的支管宜在下方。

13.2.3

无加劲直接焊接方式不能满足承载力要求时，可按下列规定在主管内设置横向加劲板：
1 支管以承受轴力为主时，可在主管内设1道或2道加劲板[图13.2.3-1(a)、图13.2.3-1(b)]；节点需满足抗弯连接要求时，应设2道加劲板；加劲板中面宜垂直于主管轴线；当主管为圆管，设置1道加劲板时，加劲板宜设置在支管与主管相贯面的鞍点处，设置2道加劲板时，加劲板宜设置在距相贯面冠点0.1D1附近[图13.2.3-1(b)]，D1为支管外径；主管为方管时，加劲肋宜设置2块(图13.2.3-2)；
2 加劲板厚度不得小于支管壁厚，也不宜小于主管壁厚的2/3和主管内径的1/40；加劲板中央开孔时，环板宽度与板厚的比值不宜大于15εk；
3 加劲板宜采用部分熔透焊缝焊接，主管为方管的加劲板靠支管一边与两侧边宜采用部分熔透焊接，与支管连接反向一边可不焊接；
4 当主管直径较小，加劲板的焊接必须断开主管钢管时，主管的拼接焊缝宜设置在距支管相贯焊缝最外侧冠点80mm以外处[图13.2.3-1(c)]。

图13.2.3-1 支管为圆管时横向加劲板的位置
1-冠点；2-鞍点；3-加劲板；4-主管拼缝

图13.2.3-2 支管为方管或矩形管时加劲板的位置
1-加劲板

条文说明

13.2.3 本条为新增条文。无加劲节点直接焊接节点不能满足承载能力要求时，在节点区域采用管壁厚于杆件部分的钢管是提高其承载力有效的方法之一，也是便于制作的首选办法。此外也可以采用其他局部加强措施，如：在主管内设实心的或开孔的横向加劲板(本标准第13.2.3条)；在主管外表面贴加强板(本标准第13.2.4条)；在主管内设置纵向加劲板；在主管外周设环肋等。加强板件和主管是共同工作的，但其共同工作的机理分析复杂，因此在采取局部加强措施时，除能采用验证过的计算公式确定节点承载力或采用数值方法计算节点承载力外，应以所采取的措施能够保证节点承载力高于支管承载力为原则。
有限元数值计算结果表明，设置主管内的横向加劲板对提高节点极限承载力有显著作用，但在单一支管的下方如设置第3道加劲板所取得的增强效应就不明显了。数值分析还表明，满足本条第1款～第3款的构造规定，可以实现节点承载力高于相连支管承载力的要求。
在主管内设置纵向加劲板[图34(a)]时应使加劲板与主管管壁可靠焊接，当主管孔径较小难以施焊时，应在主管上下开槽后将加劲板插入焊接。目前的研究还未提出针对这种构造的节点承载力计算公式。纵向加劲板也可伸出主管外部连接支管或其他开口截面的构件[图34(b)]。在主管外周设环肋(图35)有助于提高节点强度，但可能影响外观；目前其受力性能的研究也很少。
钢管间直接焊接节点采用本章未予规定的措施进行加劲时，应有充分依据。

图34 主管内纵向加劲的节点
1-内部焊接；2-开槽后焊接

图35 主管外周设置加劲环的节点
1-外周加劲环

13.2.4

钢管直接焊接节点采用主管表面贴加强板的方法加强时，应符合下列规定：
1 主管为圆管时，加强板宜包覆主管半圆[图13.2.4(a)]，长度方向两侧均应超过支管最外侧焊缝50mm以上，但不宜超过支管直径的2/3，加强板厚度不宜小于4mm。
2 主管为方(矩)形管且在与支管相连表面设置加强板[图13.2.4(b)]时，加强板长度lp可按下列公式确定，加强板宽度bp宜接近主管宽度，并预留适当的焊缝位置，加强板厚度不宜小于支管最大厚度的2倍。

式中：lp、bp——加强板的长度和宽度(mm)；
h1、h2——支管1、2的截面高度(mm)；
b1——支管1的截面宽度(mm)；
θ1、θ2——支管1、2轴线和主管轴线的夹角；
a——两支管在主管表面的距离(mm)。
3 主管为方(矩)形管且在主管两侧表面设置加强板[图13.2.4(c)]时，K形间隙节点：加强板长度lp可按式(13.2.4-2)确定，T和Y形节点的加强板长度lp可按下式确定：

4 加强板与主管应采用四周围焊。对K、N形节点焊缝有效高度不应小于腹杆壁厚。焊接前宜在加强板上先钻一个排气小孔，焊后应用塞焊将孔封闭。

图13.2.4 主管外表面贴加强板的加劲方式
1-四周围焊；2-加强板

条文说明

13.2.4 本条为新增条文。主管为圆管的表面贴加强板方式，适用于支管与主管的直径比β不超过0.7时，此时主管管壁塑性可能成为控制模式。主管为方矩形管时，如为提高与支管相连的主管表面的受弯承载力，可采用该连接表面贴加强板的方式，如主管侧壁承载力不足时，则可采用主管侧表面贴加强板的方式。
方(矩)形主管与支管连接一侧采用加强板，主要针对主管受弯塑性破坏模式；主管侧壁承载力不足时采用侧壁加强的方式。加强板长度公式(13.2.4-1)～式(13.2.4-3)可参见J.A.Packer等著《空心管结构连接设计指南》第3.7节(曹俊杰译，科学出版社，1997)。考虑到连接焊缝以及主管可能存在弯角的原因，加强板的宽度通常小于主管的名义宽度。加强板最小厚度的建议来自上述同一文献。

13.3.2

无加劲直接焊接的平面节点，当支管按仅承受轴心力的构件设计时，支管在节点处的承载力设计值不得小于其轴心力设计值。
1 平面X形节点(图13.3.2-1)：

图13.3.2-1 X形节点
1-主管；2-支管
1)受压支管在管节点处的承载力设计值NcX应按下列公式计算：

式中：ψn——参数，当节点两侧或者一侧主管受拉时，取ψn＝1，其余情况按式(13.3.2-3)计算；
t——主管壁厚(mm)；
f——主管钢材的抗拉、抗压和抗弯强度设计值(N/mm2)；
θ——主支管轴线间小于直角的夹角；
D、Di——分别为主管和支管的外径(mm)；
fy——主管钢材的屈服强度(N/mm2)；
σ——节点两侧主管轴心压应力中较小值的绝对值(N/mm2)。
2)受拉支管在管节点处的承载力设计值NtX应按下式计算：

2 平面T形(或Y形)节点(图13.3.2-2和图13.3.2-3)：

图13.3.2-2 T形(或Y形)受拉节点
1-主管；2-支管
1)受压支管在管节点处的承载力设计值NcT应按下式计算：

图13.3.2-3 T形(或Y形)受压节点
1-主管；2-支管

式中：θc——受压支管轴线与主管轴线的夹角；
ψa——参数，按式(13.3.2-11)计算；

图13.3.2-4 平面K形间隙节点
1-主管；2-支管
ψd——参数，按式(13.3.2-6)或式(13.3.2-7)计算；
a——两支管之间的间隙(mm)。
2)受拉支管在管节点处的承载力设计值NtK应按下式计算：

式中：θt——受拉支管轴线与主管轴线的夹角。
4 平面K形搭接节点(图13.3.2-5)：
支管在管节点处的承载力设计值NcK、NtK应按下列公式计算：

图13.3.2-5 平面K形搭接节点
1-主管；2-搭接支管；3-被搭接支管；4-被搭接支管内隐藏部分
式中：ψq——参数；
Ac——受压支管的截面面积(mm2)；
At——受拉支管的截面面积(mm2)；
f——支管钢材的强度设计值(N/mm2)；
ti——支管壁厚(mm)。
5 平面DY形节点(图13.3.2-6)：
两受压支管在管节点处的承载力设计值NcDY应按下式计算：

式中：NcX——X形节点中受压支管极限承载力设计值(N)。
6 平面DK形节点：
1)荷载正对称节点(图13.3.2-7)：
四支管同时受压时，支管在管节点处的承载力应按下列公式验算：

图13.3.2-6 平面DY形节点
1-主管；2-支管

式中：NcK——平面K形节点中受压支管承载力设计值(N)；
NtK——平面K形节点中受拉支管承载力设计值(N)；
Vp1——主管剪切承载力设计值(N)；
A——主管截面面积(mm2)；
fv——主管钢材抗剪强度设计值(N/mm2)；
Np1——主管轴向承载力设计值(N)；
Na——截面a-a处主管轴力设计值(N)。

图13.3.2-7 荷载正对称平面DK形节点
1-主管；2-支管

图13.3.2-8 荷载反对称平面DK形节点
1-主管；2-支管
7 平面KT形(图13.3.2-9)：
对有间隙的KT形节点，当竖杆不受力，可按没有竖杆的K形节点计算，其间隙值a取为两斜杆的趾间距；当竖杆受压力时，可按下列公式计算：

图13.3.2-9 平面KT形节点
1-主管；2-支管

式中：NcK1——K形节点支管承载力设计值，由式(13.3.2-11)计算，式(13.3.2-11)中β＝(D1＋D2＋D3)/3D，a为受压支管与受拉支管在主管表面的间隙。
8 T、Y、X形和有间隙的K、N形、平面KT形节点的冲剪验算，支管在节点处的冲剪承载力设计值Nsi应按下式进行补充验算：

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条文说明

13.3.2 本条第1款～第3款基本沿用原规范第10.3.1条、第10.3.3条，第4款～第8款为新增条款。对主要计算公式和规定说明如下：
关于第1款～第3款。88版规范对平面X、Y、T形和K形节点处主管强度的支管轴心承载力设计值的公式是比较、分析国外有关规范和国内外有关资料的基础上，根据近300个各类型管节点的承载力极限值试验数据，通过回归分析归纳得出的承载力极限值经验公式，然后采用校准法换算得到的。原规范修订时，根据同济大学的研究成果，对平面节点承载力计算公式进行了若干修正。修正时主要对照了新建立的国际管节点数据库中的试验结果，并考虑了公式表达的合理性。经与日本建筑学会(AIJ)公式、国际管结构研究和发展委员会(CIDECT)公式的比较，所修正的计算公式与试验数据对比，其均值和置信区间都较之前更加合理。本次修订时，除了对K形节点考虑搭接影响之外未作进一步改动(本条第1款～第3款)，详见原规范条文说明第10.3.3条。
关于第4款K形搭接节点中，两支管中垂直于主管的内力分量可相互平衡一部分，使得主管连接面所承受的作用力相对减小；同时搭接部位的存在也增大了约束主管管壁局部变形的刚度。近年来的搭接节点试验和有限元分析结果均表明，搭接节点的破坏模式主要为支管局部屈曲破坏、支管局部屈曲与主管管壁塑性的联合破坏、支管轴向屈服破坏等三种模式，与平面圆钢管连接节点的主管壁塑性破坏模式相比有很大差别。因此，目前国外各规程中均将搭接节点的承载力计算公式特别列出，有两种主要方法：其一，是如Eurocode3规程，保持与K形间隙节点公式的连续性，通过调整搭接(间隙)关系参数，给出搭接节点的计算公式；其二，是如ISO规程(草案)，根据搭接节点的破坏模式，摒弃了原来环模型计算公式(ft2)，给出与间隙节点完全不同的计算公式。本标准采用方法二。由于搭接节点的破坏主要发生在支管而非主管上，因此将节点效率表示为几何参数的函数，即采用Ni＝f(β，γ，τ，ηOv)×Aifi的公式形式；通过研究节点几何参数对节点效率的影响，选定f(β，γ，τ，ηOv)的函数形式；以同济大学11个搭接节点的单调加载试验、540个节点有限元计算结果以及国际管节点数据库的资料为基础，经回归分析得到K形搭接节点承载力计算公式。
对于节点有限元分析结果，以下述两个准则中最先达到的一个准则决定节点的极限承载力：受压支管轴力-节点变形曲线达到峰值，节点变形达到3％。
有限元参数分析结果表明，当其他参数相同时，θ＝45°与θ＝60°的节点承载力相比，提高幅度均在10％以内，平均仅2.4％，基本可以忽略；θ＝30°与θ＝60°的节点承载力相比，提高幅度不等，平均提高约20％。若承载力公式中与原规范相似地采用θ函数1／sinθ，则难以准确反映θ的影响。考虑到实际工程中θ＜45°的情况相对少见，在建立K形搭接节点承载力公式时，以θ＝60°节点的承载力数据作为基础，略偏保守但不失经济性。
影响K形搭接节点性能的因素除几何参数外，还包括搭接支管和贯通支管的搭接顺序、隐蔽部分焊接与否等。根据搭接顺序的不同(C—贯通支管受压，T—贯通支管受拉)和隐蔽部位是否焊接(W—焊接，N—不焊)，可将K形搭接节点分别记为CW、TW、CN、TN四种类型。研究发现：
1 在隐蔽部位焊接的情况下，贯通支管受拉相比贯通支管受压，节点承载力平均高6％；在隐蔽部位不焊的情况下，贯通支管受压相比贯通支管受拉，节点承载力平均高出4％；
2 隐蔽部位不焊，会造成承载力某种程度的降低，且在贯通支管受拉的情况下，这种降低要显著得多(贯通支管受压时平均降低4％、最大降低11％，贯通支管受拉时平均降低13％、最大降低30％)。CW、TW、CN、TN四种类型的搭接节点承载力的变化如图36所示，综合考虑其变化规律以及规范的简洁性和设计的经济性，将CW、TW、CN、TN四种类型的搭接节点承载力计算公式统一。本标准公式计算值(95％保证率)与四种类型搭接节点有限元数据的对比见图36。

图36 本标准公式计算值与四种类型搭接节点有限元数据的对比
表13给出了本标准公式计算值与相关试验数据的对比，表中公式计算值所采用的钢材强度值为试验给出的钢材强度平均值。
关于第5款和第6款。目前平面DY和DK形节点已经应用于网架、网壳结构中。本标准平面DY和DK形节点承载力设计值公式引自钢结构设计规范EC3：Design of steel structures(Eurocode3-1-8：2005)。
表13 平面K形圆钢管搭接节点承载力设计公式计算结果与相关试验数据的比较

关于第7款。平面KT形节点计算公式(13.3.2-29)、式(13.3.2-30)来源于Eurocode3-1-8：2005，本条补充了关于间隙a的取值规定。Eurocode的计算方公式是依据各支管垂直于主管轴线的竖向分力合力为零的假定，但当竖杆受拉力时，仅按式(13.3.2-28)计算，可能对节点受压的计算偏于不安全，本条补充了按式(13.3.2-30)进行计算的规定。
关于第8款，J.A.Packer在《空心管结构连接设计指南》(曹俊杰译，科学出版社，1997)中认为，平面节点的失效模式由主管管壁塑性控制，因而可以不计算主管管壁冲剪破坏。但是在管节点数据库中仍存在冲剪破坏的记录。日本建筑学会(AIJ)设计指南(1990)和欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel structures(Eurocode?3-1-8：2005)要求T、Y、X形节点和有间隙的K、N形节点需进行冲剪承载力计算。考虑到这类破坏发生的可能性，本次修订规定对这类节点进行支管在节点处的冲剪承载力补充验算。本条公式引自欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel structures(Eurocode3-1-8：2005)。

13.3.3

无加劲直接焊接的空间节点，当支管按仅承受轴力的构件设计时，支管在节点处的承载力设计值不得小于其轴心力设计值。
1 空间TT形节点(图13.3.3-1)：
1)受压支管在管节点处的承载力设计值NcTT应按下列公式计算：

式中：a0——两支管的横向间隙。
2)受拉支管在管节点处的承载力设计值NtTT应按下式计算：

图13.3.3-1 空间TT形节点
1-主管；2-支管
2 空间KK形节点(图13.3.3-2)：

受压或受拉支管在空间管节点处的承载力设计值NcKK或NtKK应分别按平面K形节点相应支管承载力设计值NcK或NtK乘以空间调整系数μKK计算。

图13.3.3-2 空间KK形节点
1-主管；2-支管
式中：ζt——参数；

q0——平面外两支管的搭接长度(mm)。
3 空间KT形圆管节点(图13.3.3-3、图13.3.3-4)：

图13.3.3-3 空间KT形节点
1-主管；2-支管
1)K形受压支管在管节点处的承载力设计值NcKT应按下列公式计算：

式中：Qn——支管轴力比影响系数；
nTK——T形支管轴力与K形支管轴力比，—1≤nTK≤1。
NT、NcK——分别为T形支管和K形受压支管的轴力设计值，以拉为正，以压为负(N)；
μKT——空间调整系数，根据图13.3.3-4的支管搭接方式分别取值；

图13.3.3-4 空间KT形节点分类
1-主管；2-支管；3-贯通支管；4-搭接支管；5-内隐蔽部分

βT——T形支管与主管的直径比；
ζ0——参数；
a0——K形支管与T形支管的平面外间隙(mm)；
q0——K形支管与T形支管的平面外搭接长度(mm)。

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条文说明

13.3.3 本条在原规范的基础上增加了部分规定。原规范修订时，在分析管节点数据库相关数据和对照同济大学实施的试验基础上，补充了空间TT形和KK形节点的计算规定。与日本建筑学会(AIJ)公式、国际管结构研究和发展委员会(CIDECT)公式相比，按所提出的计算公式和试验数据比较，无论其均值还是置信区间都更加合理。详见原规范条文说明第10.3.3条的条文说明表12最后2组数据。
但制订原规范时所依据的管节点数据库和国内大学试验研究的空间KK形节点都是间隙节点，即图13.3.3-1的情况，而工程实践中，因支管搭接与否有多种组合，除全间隙节点外，还可能遇到图37所示另3种典型情况，其中图37(d)的情况为支管全搭接型，而前3种情况称为支管非全搭接型。

图37 空间KK形节点分类
1-支管；2-主管；3-搭接支管；4-被搭接支管；5-内隐蔽部分
对图37中(b)、(c)、(d)三种形式节点的极限承载力进行分析，将支管全搭接型的KK形节点的空间调整系数采用不同于原规范的形式，其余情况则仍采用0.9，与实验数据和有限元计算数据的对比分别见表13和表14。表中还列出了欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel structuresEurocode3公式和日本建筑学会(AIJ)公式的相应比较结果。
表13 空间KK形节点承载力计算公式与试验数据的比较

原规范没有空间KT形圆管节点强度计算公式，而近年的工程实践表明这类形式的节点在空间桁架和空间网壳中并不少见。本条第3款的计算公式采用在平面K形节点强度计算公式基础上乘以支管轴力比影响系数Qn和空间调整系数μKT的方法。其中，μKT反映了空间几何效应，Qn反映了荷载效应。分三种情况规定了μKT的取值，即：三支管间均有间隙(空间KT-Gap型)；K形支管搭接，但与T形支管间有间隙(空间KT-IPOv型)；三支管均搭接(空间KT-Ov型)。
图38显示了空间KT形节点极限承载力比值NKT′K/NθKT′K(即Qn)与T形支管轴力比nTK的关系曲线。其中NKT′K为空间KT型节点中K形受压支管承载力，NθKT′K为相同几何尺寸但轴力比nTK＝0(即T形支管轴力为0)的空间KT型节点中K形

图38 支管轴力比影响系数Qn-nTK关系曲线
受压支管承载力。轴力比nTK是反映T形支管所受轴力相对大小的一个参数，nTK为正，表示T形支管受拉，nTK为负，表示支管受压，实际工程中T形支管一般不是主要受力构件，其所受轴力往往小于K形支管轴力，即nTK的范围为[—1，1]。
表14 空间KK形节点承载力计算公式与有限元计算结果的比较

图38表明：
1 对于几何尺寸不同但轴力比nTK相同的节点，Qn大致相同，说明轴力比nTK对节点极限承载力的影响是独立的，不受节点几何参数变化的影响；
2 在—0.2≤nTK≤0.2范围内，Qn值大体为1，变化较小；
3 在TK＜—0.2或nTK＞0.2范围内，Qn值均呈下降趋势，说明T形支管轴力增大导致节点极限承载力降低，从图中可看出T形支管受轴压时更为不利。
有限元分析表明，对空间KT-Gap节点的空间调整系数μKT无量纲参数βT、ζt的影响较大，其他参数则可不予考虑；对于空间KT-Ov节点，γ、ζt有较大影响；对于空间KK-IPOv节点，各无量纲几何参数对μKT均无显著影响，为简单计，取μKT＝1.0。
拟合的空间KT形节点强度计算公式与试验数据和有限元数据的比较分别见表15和表16。
表15 空间KT形节点承载力计算公式与试验数据的比较

表16 空间KT形节点承载力计算公式与有限元数据的比较

13.3.4

无加劲直接焊接的平面T、Y、X形节点，当支管承受弯矩作用时(图13.3.4-1和图13.3.4-2)，节点承载力应按下列规定计算：

图13.3.4-1 T形(或Y形)节点的平面内受弯与平面外受弯
1-主管；2-支管

图13.3.4-2 X形节点的平面内受弯与平面外受弯
1-主管；2-支管
1 支管在管节点处的平面内受弯承载力设计值MiT应按下列公式计算(图13.3.4-2)：

式中：Qx——参数；
Qf——参数；
N0p——节点两侧主管轴心压力的较小绝对值(N)；
Mop——节点与N0p对应一侧的主管平面内弯矩绝对值(N·mm)；
A——与N0p对应一侧的主管截面积(mm2)；
W——与N0p对应一侧的主管截面模量(mm3)。
2 支管在管节点处的平面外受弯承载力设计值MoT应按下列公式计算：

当Di≤D—2t时，平面外弯矩不应大于下式规定的抗冲剪承载力设计值：

式中：N、Mi、Mo——支管在管节点处的轴心力(N)、平面内弯矩、平面外弯矩设计值(N·mm)；
Nj——支管在管节点处的承载力设计值，根据节点形式按本标准第13.3.2条的规定计算(N)。

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条文说明

13.3.4 本条为新增条文。无斜腹杆的桁架(空腹桁架)、单层网壳等结构，其构件承受的弯矩在设计中是不可忽略的。这类结构采用无加劲直接焊接节点时，设计中应考虑节点的抗弯计算。本次标准修订时，在分析国外有关规范和国内外有关资料的基础上，根据近160个管节点的受弯承载力极限值试验数据，通过回归分析，考虑了可靠度与安全系数后得出了主管和支管均为圆管的平面T、Y、X形相贯节点受弯承载力设计值公式。
表17 对应于主管塑性破坏模式的受弯承载力公式拟合试验数据的统计分析

表17给出了对各国受弯承载力规范公式拟合试验数据的统计分析结果，m、σ和v分别表示公式计算值与试验值之比的均值、方差和离散度。其中Mjui、Mjuo分别为根据公式计算得到的节点平面内与平面外受弯承载力，计算时已将各规范中的强度设计值置换为钢材屈服值，Mui、Muo分别为试验测得的节点平面内与平面外受弯承载力。从表17中的对比可以看出，在平面内受弯承载力方面，API公式与试验结果最为接近，但离散度较大，HSE与Eurocode 3公式比试验结果低，但数据离散度较小。在平面外受弯承载力方面，HSE公式与试验结果最为接近，API公式次之，但数据离散度较大。Van der Vegte公式与试验结果差别较大，且计算异常繁琐，不便于工程应用。
由于各规范公式考虑了一定的承载力安全储备，所以计算值均低于节点实际承载力。为此在上述公式的基础上提出了以下未考虑强度折减的相贯节点平面内受弯承载力计算公式：

统计分析表明，该公式能够较好地预测相贯节点的实际平面内受弯承载力。在此基础上考虑可靠度后得到本次标准修订公式。标准修订公式拟合试验数据的统计分析结果列于表17中。
对应于主管冲剪破坏模式的相贯节点受弯承载力计算公式的主要来源为CIDECT设计指南。
无斜腹杆的桁架(空腹桁架)、单层网壳结构中的杆件，同时承受轴力和弯矩作用。本条第3款适用于这种条件下的节点计算。规范修订时，对比了各国规范对于节点在弯矩与轴力共同作用下的承载力相关方程，其中Nc、Ncu分别为组合荷载下支管轴压力与节点仅受轴压力作用时的极限承载力公式计算值，Nt、Ntu分别为组合荷载下支管轴拉力与节点仅受轴拉力作用时的极限承载力公式计算值，Mi、Mui分别为组合荷载下支管平面内弯矩与节点仅受平面内弯矩作用时的极限承载力公式计算值，Mo、Muo分别为组合荷载下支管平面外弯矩与节点仅受平面外弯矩作用时的极限承载力公式计算值。

上述公式的比较表明，钢结构设计规范EC3：Design of steel structures认为平面内弯矩对节点组合荷载作用下承载力的影响较平面外弯矩小，而API规范和日本标准则认为两者权重相同。图39～图42给出了不同荷载组合下试验值与相关方程曲线的比较。可以看出，AIJ相关公式在所有情况下都是偏于安全

图39 Nc—Mi相关方程与试验数据的比较
的，Eurocode 3相关公式在大多数情况下是安全的，仅有个别数据点越界，而API-LRFD相关公式相对来说安全度稍低，有少数数据点越界。表18还给出了节点在轴力、平面内弯矩、平

图40 Nc—Mo相关方程与试验数据的比较

图41 Nt—Mo相关方程与试验数据的比较
面外弯矩共同作用下试验值代入各相关公式中的计算结果，同样显示了上述现象。从安全和简化出发，标准修订时直接采用了AIJ公式的形式。

图42 Mi—Mo相关方程与试验数据的比较
表18 Nc—Mi—Mo相关方程与试验数据的比较

13.3.9

T(Y)、X或K形间隙节点及其他非搭接节点中，支管为圆管时的焊缝承载力设计值应按下列规定计算：
1 支管仅受轴力作用时：
非搭接支管与主管的连接焊缝可视为全周角焊缝进行计算。角焊缝的计算厚度沿支管周长取0.7hf，焊缝承载力设计值Nf可按下列公式计算：

式中：hf——焊脚尺寸(mm)；
fwf——角焊缝的强度设计值(N/mm2)；
lw——焊缝的计算长度(mm)。
2 平面内弯矩作用下：
支管与主管的连接焊缝可视为全周角焊缝进行计算。角焊缝的计算厚度沿支管周长取0.7hf，焊缝承载力设计值Mfi可按下列公式计算：

式中：Wfi——焊缝有效截面的平面内抗弯模量，按式(13.3.9-5)计算(mm3)；
xc——参数，按式(13.3.9-6)计算(mm)；
Ifi——焊缝有效截面的平面内抗弯惯性矩，按式(13.3.9-7)计算(mm4)。
3 平面外弯矩作用下：
支管与主管的连接焊缝可视为全周角焊缝进行计算。角焊缝的计算厚度沿支管周长取0.7hf，焊缝承载力设计值Mfo可按下列公式计算：

式中：Wfo——焊缝有效截面的平面外抗弯模量，按式(13.3.9-10)计算(mm3)；
Ifo——焊缝有效截面的平面外抗弯惯性矩，按式(13.3.9-12)计算(mm4)。

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条文说明

13.3.9 本条为原规范第10.3.2条的修改和补充。非搭接管连接焊缝在轴力作用下的强度计算公式(13.3.9-1)～式(13.3.9-3)沿用原规范的有关规定。
本标准关于非搭接管连接焊缝在平面内与平面外弯矩作用下的强度计算公式是采用空间解析几何原理，经数值计算与回归分析后提出的。
钢管节点关于x-o-z平面对称。根据对称性原理，可取对称面一侧结构施加总荷载的一半进行研究，如图43(a)所示。

图43 焊缝截面的简化
1-焊缝；2-水平面；3-焊缝截面；4-弦杆外壁
假设焊缝截面符合平截面假定。钢管相贯节点中连接主管与支管的焊缝截面实际为一空间曲面，建立空间坐标系x′y′z′[图43(a)]，将焊缝曲面投影至x’oy’平面，并将平截面假定不加证明地推广至该焊缝投影平面。此外，还假定主管与支管的连接焊缝可视为全周角焊缝进行抗弯计算，角焊缝有效截面的计算厚度he为焊脚尺寸hf的70％。
为计算钢管相贯节点焊缝截面的几何特性，将焊缝有效截面的形成方式假定如下：焊缝有效截面的内边缘线即为主管与支管外表面的相贯线，外边缘线则由主管外表面与半径为r1且同支管共轴线的圆柱面相贯形成，其中r1＝d/2＋0.7hfsinθ。
当T形节点焊缝截面边缘相贯线在x′oy′平面的投影近似为椭圆时，其平面内与平面外抗弯的有效截面惯性矩分别按式(64)与式(65)计算：

因此，非搭接管节点焊缝在平面内与平面外的抗弯截面模量分别为式(13.3.9-5)与式(13.3.9-10)的形式。
经对所收集的近70个管节点的极限承载力、杆件承载力、焊缝承载力与破坏模式的计算比较(如表20和表21所示，表中破坏模式符号含义如下：CLD-主管塑性；CPS-主管冲剪；BY-支管屈服；CY-主管屈服；WF-焊缝断裂；CC-主管表面焊趾裂纹)，可以保证静力荷载下焊缝验算公式的适用性。
表20 T、Y形节点平面外受弯实测承载力与公式计算值的比较

表21 T、Y形节点平面内受弯实测承载力与公式计算值的比较

13.4.2

无加劲直接焊接的平面节点，当支管按仅承受轴心力的构件设计时，支管在节点处的承载力设计值不得小于其轴心力设计值。
1 支管为矩形管的平面T、Y和X形节点：
1)当β≤0.85时，支管在节点处的承载力设计值Nui应按下列公式计算：

式中：C——参数，按式(13.4.2-2)计算；
ψn——参数，按式(13.4.2-3)或式(13.4.2-4)计算；
σ——节点两侧主管轴心压应力的较大绝对值(N/mm2)。
2)当β＝1.0时，支管在节点处的承载力设计值Nui应按下式计算：

式中：fv——主管钢材抗剪强度设计值(N/mm2)；
fk——主管强度设计值，按式(13.4.2-7)～式(13.4.2-9)计算(N/mm2)；
φ——长细比按式(13.4.2-10)确定的轴心受压构件的稳定系数。
3)当0.85＜β＜1.0时，支管在节点处的承载力设计值Nui应按式(13.4.2-1)、式(13.4.2-5)或式(13.4.2-6)所计算的值，根据β进行线性插值。此外，尚应不超过式(13.4.2-11)的计算值：

式中：fi——支管钢材抗拉、抗压和抗弯强度设计值(N/mm2)。
2 支管为矩形管的有间隙的平面K形和N形节点：
1)节点处任一支管的承载力设计值应取下列各式的较小值：

式中：Av——主管的受剪面积，应按式(13.4.2-19)计算(mm2)；
α——参数，应按式(13.4.2-20)计算，(支管为圆管时α＝0)。
2)节点间隙处的主管轴心受力承载力设计值为：

式中：αv——剪力对主管轴心承载力的影响系数，按式(13.4.2-22)计算；
V——节点间隙处弦杆所受的剪力，可按任一支管的竖向分力计算(N)；
A——主管横截面面积(mm2)。
3 支管为矩形管的搭接的平面K形和N形节点：
搭接支管的承载力设计值应根据不同的搭接率ηov按下列公式计算(下标j表示被搭接支管)：

4 支管为矩形管的平面KT形节点：
1)当为间隙KT形节点时，若垂直支管内力为零，则假设垂直支管不存在，按K形节点计算。若垂直支管内力不为零，可通过对K形和N形节点的承载力公式进行修正来计算，此时β≤(b1＋b2＋b3＋h1＋h2＋h3)/(6b)，间隙值取为两根受力较大且力的符号相反(拉或压)的腹杆间的最大间隙。对于图13.4.2(a)、图13.4.2(b)所示受荷情况(P为节点横向荷载，可为零)，应满足式(13.4.2-29)与式(13.4.2-30)的要求：

图13.4.2 KT形节点受荷情况
2)当为搭接KT形方管节点时，可采用搭接K形和N形节点的承载力公式检验每一根支管的承载力。计算支管有效宽度时应注意支管搭接次序。
5 支管为圆管的各种形式平面节点：
支管为圆管的T、Y、X、K及N形节点时，支管在节点处的承载力可用上述相应的支管为矩形管的节点的承载力公式计算，这时需用Di替代bi和hi，并将计算结果乘以π/4。

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条文说明

13.4.2 本条为原规范第10.3.4条的修改和补充。本条第1款第1项针对主管与支管相连一面发生弯曲塑性破坏的模式，第2项针对主管侧壁破坏的模式。T形节点是Y形节点的特殊情况。β≤0.85的节点承载力主要取决于主管表面形成的塑性铰线状况。公式(13.4.2-1)来源于塑性铰线模型，但其中考虑轴压力影响的系数ψn则为经验公式。与国外相关公式比较，ψn没有突变，符合有限元分析和试验结果，并可用于β＝1.0的节点。
β＝1.0的节点主要发生主管侧壁失稳破坏，承载力计算中λ取为，与国外规范取值相比，相当于将计算长度减少了一倍。这与主管侧壁的实际约束情况及试验结果吻合的更好。经与收集到的国外27个试验结果和国内大学5个主管截面高宽比h/b≥2的等宽T形节点的有限元分析结果相比，精度远高于国外公式。以屈服应力fy代入修订后的公式所得结果与试验结果的比值作为统计值，27个试验的平均值为0.830，其方差为0.111，而按国外的公式计算，这两个值分别为0.531和0.195。此外，式(13.4.2-5)比国外相关公式多考虑了主管轴向应力影响的系数ψn，在fk的取值上考虑了一个1.25的安全系数(受压情况)。对于X形节点，主管侧壁变形较T形节点大很多，因此fk的取值减少到T形节点的0.81sinθi倍；当θi＜90°且h≥hi/cosθi时，尚应验算主管侧壁的受剪承载力。
对于所有β≥0.85的节点，支管荷载主要由平行主管的支管侧壁承担，另外两个侧壁承担的荷载较少，需按公式(13.4.2-11)计算“有效宽度”失效模式控制的承载力。此时，主管表面也存在冲剪破坏的可能，需按公式(13.4.2-13)验算节点抗冲剪的承载能力。由于主管表面冲剪破坏面应在支管外侧与主管壁内侧，因此进行冲剪承载力验算的上限为β＝1—2t/b。
对于间隙K、N形节点，公式(13.4.2-15)计算主管壁面塑性失效承载力；公式(13.4.2-16)和(13.4.2-21)计算主管在节点间隙处的受剪承载力；公式(13.4.2-17)依据有效宽度计算支管承载力；公式(13.4.2-18)计算主管抗冲剪承载力。
采用有效宽度概念计算搭接节点的承载力。搭接节点最小搭接率为25％，搭接率从25％增至50％的过程中，承载力线性增长；从50％至80％，承载力为常数；80％以上，承载力为另一较高常数。
KT形节点的计算是本标准新增条文，采用了CIDECT建议的设计方法。

组合梁施工时，混凝土硬结前的材料重量和施工荷载应由钢梁承受，钢梁应根据实际临时支撑的情况按本标准第3章和第7章的规定验算其强度、稳定性和变形。
计算组合梁挠度和负弯矩区裂缝宽度时应考虑施工方法及工序的影响。计算组合梁挠度时，应将施工阶段的挠度和使用阶段续加荷载产生的挠度相叠加，当钢梁下有临时支撑时，应考虑拆除临时支撑时引起的附加变形。计算组合梁负弯矩区裂缝宽度时，可仅考虑形成组合截面后引入的支座负弯矩值。

条文说明

14.1.4 组合梁的受力状态与施工条件有关，主要体现在两个方面：第一，混凝土未达到强度前，需要对钢梁进行施工阶段验算；第二，正常使用极限状态验算需要考虑施工方法和顺序的影响，包括变形和裂缝宽度验算。对于不直接承受动力荷载以及板件宽厚比满足塑性调幅设计法要求的组合梁，由于采用塑性调幅设计法，组合梁的承载力极限状态验算不必考虑施工方法和顺序的影响。而对于其他采用弹性设计方法的组合梁，其承载力极限状态验算也需考虑施工方法和顺序的影响。
具体而言，可按施工时钢梁下有无临时支撑分别考虑：
对于施工时钢梁下无临时支撑的组合梁，应分两个阶段进行计算：第一阶段在混凝土翼板强度达到75％以前，组合梁的自重以及作用在其上的全部施工荷载由钢梁单独承受，此时按一般钢梁计算其强度、挠度和稳定性，但按弹性计算的钢梁强度和梁的挠度均应留有余地，梁的跨中挠度除满足本标准附录A的要求外，尚不应超过25mm，以防止梁下凹段增加混凝土的用量和自重；第二阶段当混凝土翼板的强度达到75％以后，所增加的荷载全部由组合梁承受，在验算组合梁的挠度以及按弹性分析方法计算组合梁的强度时，应将第一阶段和第二阶段计算所得的挠度或应力相叠加，在验算组合梁的裂缝宽度时，支座负弯矩值仅考虑第二阶段形成组合截面之后产生的弯矩值，在第二阶段计算中，可不考虑钢梁的整体稳定性，而组合梁按塑性分析法计算强度时，则不必考虑应力叠加，可不分阶段按照组合梁一次承受全部荷载进行计算。
对于施工时钢梁下设临时支撑的组合梁，则应按实际支承情况验算钢梁的强度、稳定及变形，并且在计算使用阶段组合梁承受的续加荷载产生的变形和弹性应力时，应把临时支承点的反力反向作为续加荷载。如果组合梁的设计是变形控制时，可考虑将钢梁起拱等措施。对于塑性分析，有无临时支承对组合梁的极限抗弯承载力均无影响，故在计算极限抗弯承载力时，可以不分施工阶段，按组合梁一次承受全部荷载进行计算。同样，验算连续组合梁的裂缝宽度时，支座负弯矩值仅考虑形成组合截面之后施工阶段荷载及正常使用续加荷载产生的弯矩值，因此为了有效控制连续组合梁的负弯矩区裂缝宽度，可以先浇筑正弯矩区混凝土，待混凝土强度达到75％后，拆除临时支承，然后再浇筑负弯矩区混凝土，此时临时支承点的反力产生的反向续加荷载就无需计入用于验算裂缝宽度的支座负弯矩值。
在连续组合梁中，栓钉用于组合梁正弯矩区时，能充分保证钢梁与混凝土板的组合作用，提高结构刚度和承载力，但用于负弯矩区时，组合作用会使混凝土板受拉而易于开裂，可能会影响结构的使用性能和耐久性。针对该问题，可以采用优化混凝土板浇筑顺序、合理确定支撑拆除时机等施工措施，降低负弯矩区混凝土板的拉应力，达到理想的抗裂效果。

对于特别重要或特殊的结构构件和连接节点，可采用断裂力学和损伤力学的方法对其进行抗脆断验算。

条文说明

16.4.5 本条为此次修订新增的内容，对于特别重要或特殊的结构构件和连接节点，如板厚大于50mm的厚板或超厚板构件和节点、承受较大冲击荷载的构件和节点、低温和疲劳共同作用的构件和节点、强腐蚀或强辐射环境中的构件和节点等，可采用断裂力学的方法对结构构件和连接节点进行抗脆断验算。采用断裂力学方法进行构件和连接的抗脆断验算，包括含初始缺陷构件、连接节点的断裂力学参量的计算和材料断裂韧性的选取等两方面。断裂力学参量的计算首先是需要确定初始缺陷模型，可参考构件和连接的疲劳类别、施工条件、工程质量验收规范、当前的施工水平、探伤水平等因素，假定初始缺陷的位置、形状和尺寸；断裂力学参量的计算当受力状态和几何条件较为简单时可采用简化裂纹模型，当受力状态和几何条件复杂时可采用数值模型。材料断裂韧性的确定可利用已有的相应材料的断裂韧性值，当缺乏数据时需要通过试验对材料的断裂韧性进行测定，可按现行国家标准《金属材料?准静态断裂韧度的统一试验方法》GB/T 21143进行。具体步骤如下：
1 根据构件和连接的疲劳类别，以及结构构件的受力特征和应力状态，确定存在脆性断裂危险的构件和连接节点；根据疲劳类别的细节、质量验收要求等，假定构件和连接中可能存在的初始缺陷的位置、形状和尺寸；
2 选取断裂力学参数和断裂判据，如线弹性条件下的应力强度因子K判据，弹塑性条件下的围道积分J判据、裂纹尖端张开位移CTOD判据等；对含初始缺陷的结构构件或连接节点进行断裂力学计算，得到设计应力水平下的裂纹尖端断裂参量KI、JI或CTOD；
3 确定相应设计条件(温度、板厚、焊接等)下，构件和连接节点材料的断裂韧性，如平面应变断裂韧度KIC、延性断裂韧度JIC和裂纹尖端张开位移CTOD特征值等；
4 选取合理的断裂判据，对断裂力学计算得到的设计应力水平下的断裂参量和相应设计条件下的材料断裂韧性进行比较，从而完成抗脆断验算。

17.1.1

本章适用于抗震设防烈度不高于8度(0.20g)，结构高度不高于100m的框架结构、支撑结构和框架-支撑结构的构件和节点的抗震性能化设计。地震动参数和性能化设计原则应符合现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的规定。

条文说明

近年来，随着国家经济形势的变化，钢结构的应用急剧增加，结构形式日益丰富。不同结构体系和截面特性的钢结构，彼此间结构延性差异较大，为贯彻国家提出的“鼓励用钢、合理用钢”的经济政策，根据现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011及《构筑物抗震设计规范》GB 50191规定的抗震设计原则，针对钢结构特点，增加了钢结构构件和节点的抗震性能化设计内容。根据性能化设计的钢结构，其抗震设计准则如下：验算本地区抗震设防烈度的多遇地震作用的构件承载力和结构弹性变形(小震不坏)、根据其延性验算设防地震作用的承载力(中震可修)、验算其罕遇地震作用的弹塑性变形(大震不倒)。
本章所有规定均针对结构体系中承受地震作用的结构部分。虽然结构真正的设防目标为设防地震，但由于结构具有一定的延性，因此无需采用中震弹性的设计。在满足一定强度要求的前提下，让结构在设防地震强度最强的时段到来之前，结构部分构件先行屈服，削减刚度，增大结构的周期，使结构的周期与地震波强度最大时段的特征周期避开，从而使结构对地震具有一定程度的免疫功能。这种利用某些构件的塑性变形削减地震输入的抗震设计方法可降低假想弹性结构的受震承载力要求。基于这样的观点，结构的抗震设计均允许结构在地震过程中发生一定程度的塑性变形，但塑性变形必须控制在对结构整体危害较小的部位。如梁端形成塑性铰是可以接受的，因为轴力较小，塑性转动能力很强，能够适应较大的塑性变形，因此结构的延性较好；而当柱子截面内出现塑性变形时，其后果就不易预料，因为柱子内出现塑性铰后，需要抵抗随后伴随侧移增加而出现的新增弯矩，而柱子内的轴力由竖向重力荷载产生的部分无法卸载，这样结构整体内将会发生较难把握的内力重分配。因此抗震设防的钢结构除应满足基本性能目标的承载力要求外，尚应采用能力设计法进行塑性机构控制，无法达成预想的破坏机构时，应采取补偿措施。
另外，对于很多结构，地震作用并不是结构设计的主要控制因素，其构件实际具有的受震承载力很高，因此抗震构造可适当降低，从而降低能耗，节省造价。
众所周知，抗震设计的本质是控制地震施加给建筑物的能量，弹性变形与塑性变形(延性)均可消耗能量。在能量输入相同的条件下，结构延性越好，弹性承载力要求越低，反之，结构延性差，则弹性承载力要求高，本标准简称为“高延性-低承载力”和“低延性-高承载力”两种抗震设计思路，均可达成大致相同的设防目标。结构根据预先设定的延性等级确定对应的地震作用的设计方法，本标准称为“性能化设计方法”。采用低延性-高承载力思路设计的钢结构，在本标准中特指在规定的设防类别下延性要求最低的钢结构。
17.1.1 我国是一个多地震国家，性能化设计的适用面广，只要提出合适的性能目标，基本可适用于所有的结构，由于目前相关设计经验不多，本章的适用范围暂时压缩在较小的范围内，在有可靠的设计经验和理论依据后，适用范围可放宽。
由于现行国家标准《构筑物抗震设计规范》GB 50191的抗震设计原则与现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011-致，因此本章既适用于建筑物，又适用于构筑物。
结构遵循现有抗震规范的规定，采用的也是某种性能化设计的手段，不同点仅在于地震作用按小震设计意味着延性仅有一种选择，由于设计条件及要求的多样化，实际工程按照某类特定延性的要求实施，有时将导致设计不合理，甚至难以实现。
大部分钢结构构件由薄壁板件构成，因此针对结构体系的多样性及其不同的设防要求，采用合理的抗震设计思路才能在保证抗震设防目标的前提下减少结构的用钢量。如虽然大部分多高层钢结构适合采用高延性-低承载力设计思路，但对于多层钢框架结构，在低烈度区，采用低延性-高承载力的抗震思路可能更为合理，单层工业厂房也更适合采用低延性-高承载力的抗震思路，本章可为工程师的选择提供依据。满足本章规定的钢结构无需满足现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011及《构筑物抗震设计规范》GB 50191中针对特定结构的构造要求和规定。应用本章规定时尚应根据各类建筑的实际情况选择合适的抗震策略，如高烈度区民用高层建筑不应采用低延性结构。

17.1.4

钢结构构件的抗震性能化设计可采用下列基本步骤和方法：
1 按现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的规定进行多遇地震作用验算，结构承载力及侧移应满足其规定，位于塑性耗能区的构件进行承载力计算时，可考虑将该构件刚度折减形成等效弹性模型。
2 抗震设防类别为标准设防类(丙类)的建筑，可按表17.1.4-1初步选择塑性耗能区的承载性能等级。
表17.1.4-1 塑性耗能区承载性能等级参考选用表

注：H为钢结构房屋的高度，即室外地面到主要屋面板板顶的高度(不包括局部突出屋面的部分)。
3 按本标准第17.2节的有关规定进行设防地震下的承载力抗震验算：
1)建立合适的结构计算模型进行结构分析；
2)设定塑性耗能区的性能系数、选择塑性耗能区截面，使其实际承载性能等级与设定的性能系数尽量接近；
3)其他构件承载力标准值应进行计入性能系数的内力组合效应验算，当结构构件承载力满足延性等级为Ⅴ级的内力组合效应验算时，可忽略机构控制验算；
4)必要时可调整截面或重新设定塑性耗能区的性能系数。
4 构件和节点的延性等级应根据设防类别及塑性耗能区最低承载性能等级按表17.1.4-2确定，并按本标准第17.3节的规定对不同延性等级的相应要求采取抗震措施。
表17.1.4-2 结构构件最低延性等级

注：Ⅰ级至Ⅴ级，结构构件延性等级依次降低。
5 当塑性耗能区的最低承载性能等级为性能5、性能6或性能7时，通过罕遇地震下结构的弹塑性分析或按构件工作状态形成新的结构等效弹性分析模型，进行竖向构件的弹塑性层间位移角验算，应满足现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的弹塑性层间位移角限值；当所有构造要求均满足结构构件延性等级为Ⅰ级的要求时，弹塑性层间位移角限值可增加25％。

本条部分图片因格式或数量超出安全展示范围而未显示。

条文说明

17.1.4 为引导合理设计，避免不必要的抗震构造，本条对标准设防类的建筑根据设防烈度和结构高度提出了构件塑性耗能区不同的抗震性能要求范围，由于地震的复杂性，表17.1.4-1仅作为参考，不需严格执行。抗震设计仅是利用有限的财力，使地震造成的损失控制在合理的范围内，设计者应根据国家制定的安全度标准，权衡承载力和延性，采用合理的承载性能等级。
需要特别指出的是本条第1款，结构满足多遇地震下承载力要求，并不是要求结构所有构件满足小震承载力设计要求，比如偏心支撑的耗能梁段在多遇地震作用下即可进入塑性状态，另外，进行小震计算时，仅塑性耗能区屈服的结构可考虑刚度折减。实际上按照本章通过能力设计后，满足设防地震作用下考虑性能系数的承载力要求后，在多遇地震作用下，除塑性耗能区外，通常其余构件与节点可处于弹性状态并满足设计承载力要求。因此侧移限值要求和现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011一致即能保证当遭受低于本地区抗震设防烈度的多遇地震影响时，主体结构不受损坏或不需修理可继续使用。
钢结构的性能化抗震设计可通过以下四个方面实现：
1 根据结构要求的不同，选用不同的性能系数，见表17.2.2-1。一般来说，由于地震作用的不确定性，对于结构来说，延性比承载力更为重要，因此，对于多高层民用钢结构，首先必须保证必要的延性，一般应采用高延性-低承载力的设计思路；而对于工业建筑，为降低造价，宜采用低延性-高承载力的设计思路。
2 按高延性-低承载力思路进行的设计，采用下列措施进行延性开展机构的控制：
1)采用能力设计法，进行塑性开展机构的控制；
2)引入非塑性耗能区内力调整系数，引导构件相对强弱符合延性开展的要求；
3)引入相邻构件材料相对强弱系数，确保延性开展机构的实现。
3 根据不同的性能要求，采用不同的抗震构造。
4 通过对承载力和延性间权衡，使得结构在相同的安全度下，更具经济性。
为避免结构在罕遇地震下倒塌，除单层钢结构外，当结构延性较差时，宜提高侧移要求，即层间位移角限值要求适当加严。
本条表17.1.4-2为实现高延性-低承载力、低延性-高承载力设计思路的具体规定。不同结构对不同楼层的延性需求均不相同，在大多数情况下，结构底层是所有楼层延性需求最高的部分，为简化设计，整个结构可采用相同的结构构件延性等级来保证满足延性需求，当不同楼层的实际性能系数明显不同时，各楼层也可采用不同的结构构件延性等级。
当按本标准进行性能化设计，采用低延性-高承载力设计思路时，无须进行机构控制验算，本标准第17.2.4条～第17.2.12条为机构控制验算的具体规定，但当性能系数小于1时，支撑系统构件尚应考虑压杆屈曲和卸载的影响。

钢结构应遵循安全可靠、经济合理的原则，按下列要求进行防腐蚀设计：
1 钢结构防腐蚀设计应根据建筑物的重要性、环境腐蚀条件、施工和维修条件等要求合理确定防腐蚀设计年限；
2 防腐蚀设计应考虑环保节能的要求；
3 钢结构除必须采取防腐蚀措施外，尚应尽量避免加速腐蚀的不良设计；
4 防腐蚀设计中应考虑钢结构全寿命期内的检查、维护和大修。

条文说明

18.2.1 本条及本标准第18.2.5条、第18.2.6条为原规范第8.9.1条、第8.9.2条的修改和补充。本条规定了钢结构防腐蚀设计应遵循的原则。
1 钢结构腐蚀是一个电化学过程，腐蚀速度与环境腐蚀条件、钢材质量、钢结构构造等有关，其所处的环境中水气含量和电解质含量越高，腐蚀速度越快。
防腐蚀方案的实施与施工条件有关，因此选择防腐蚀方案的时候应考虑施工条件，避免选择可能会造成施工困难的防腐蚀方案。
一般钢结构防腐蚀设计年限不宜低于5年；重要结构不宜低于15年，应权衡设计使用年限中一次投入和维护费用的高低选择合理的防腐蚀设计年限。由于钢结构防腐蚀设计年限通常低于建筑物设计年限，建筑物寿命期内通常需要对钢结构防腐蚀措施进行维修，因此选择防腐蚀方案的时候，应考虑维修条件，维修困难的钢结构应加强防腐蚀方案。同一结构不同部位的钢结构可采用不同的防腐蚀设计年限。
2 防腐蚀设计与环保节能相关的内容主要有：防腐蚀材料的挥发性有机物含量，重金属、有毒溶剂等危害健康的物质含量，防腐蚀材料生产和运输的能耗，防腐蚀施工过程的能耗等。防腐蚀设计方案本身的设计寿命越长，建筑物生命周期内大修的次数越少，消耗的材料和能源越少，这本身也是环保节能的有效措施。
3 本款将原规范第8.9.1条中的“防锈措施(除锈后涂以油漆或金属镀层等)”改为“防腐蚀措施”，随着对钢结构腐蚀的进一步深入研究，钢结构腐蚀已经不能仅用“防锈”概括。
删除了原规范第8.9.1条中关于防腐蚀方案和除锈等级等内容的简单规定，作另行规定。
加速腐蚀的不良设计是指容易导致水积聚，或者不能使水正常干燥的凹槽、死角、焊缝缝隙等。水的存在会加速钢铁腐蚀。这些不良设计的表现形式包括但不限于原规范的这些描述，因此将那些简要的描述删除。
4 如前所述，由于钢结构防腐蚀设计年限通常低于建筑物设计年限，为延长钢结构防腐蚀方案的实际使用年限，应对钢结构防腐蚀方案进行定期检查，并根据检查结果进行合适的维修。钢结构防腐蚀方案在正确定期维护下，可有效延长大修间隔期，建筑物生命周期内大修的次数越少，消耗的人力和物力就越少。因此设计中应考虑全寿命期内的检查、维护和大修，宜建议工程业主、防腐蚀施工单位、防腐蚀材料供应商等制订维护计划。

18.2.4

结构防腐蚀设计应符合下列规定：
1 当采用型钢组合的杆件时，型钢间的空隙宽度宜满足防护层施工、检查和维修的要求；
2 不同金属材料接触会加速腐蚀时，应在接触部位采用隔离措施；
3 焊条、螺栓、垫圈、节点板等连接构件的耐腐蚀性能，不应低于主材材料；螺栓直径不应小于12mm。垫圈不应采用弹簧垫圈。螺栓、螺母和垫圈应采用镀锌等方法防护，安装后再采用与主体结构相同的防腐蚀方案；
4 设计使用年限大于或等于25年的建筑物，对不易维修的结构应加强防护；
5 避免出现难于检查、清理和涂漆之处，以及能积留湿气和大量灰尘的死角或凹槽；闭口截面构件应沿全长和端部焊接封闭；
6 柱脚在地面以下的部分应采用强度等级较低的混凝土包裹(保护层厚度不应小于50mm)，包裹的混凝土高出室外地面不应小于150mm，室内地面不宜小于50mm，并宜采取措施防止水分残留；当柱脚底面在地面以上时，柱脚底面高出室外地面不应小于100mm，室内地面不宜小于50mm。

条文说明

18.2.4 防腐蚀涂料施工方法有喷涂、辊涂、刷涂等，通常刷涂对空隙宽度的要求最小。防护层质量检查和维护检查采用的反光镜一般配有伸缩杆，能够刷涂到的部位都能检查到。对于维修情况，这里要求的型钢间的空隙宽度是指安装之后的宽度。
不同金属材料之间存在电位差，直接接触时会发生电偶腐蚀，电位低的金属会被腐蚀。如铁与铜直接接触时，由于铁的电位低于铜，铁会发生电偶腐蚀。
弹簧垫圈由于存在缝隙，水气和电解质易积留，易产生缝隙腐蚀。
本款将原规范第8.9.2条中的“对使用期间不能重新油漆的结构部位应采取特殊的防锈措施”更改成“对不易维修的结构应加强防护”。
另将原规范第8.9.1条关于构造的要求和第8.9.3条编写在此。本条第6款仅适用于可能接触水或腐蚀性介质的柱脚，对无水的办公楼、宾馆不适用。

18.3.3 已废止

高温环境下的钢结构温度超过100℃时，应进行结构温度作用验算，并应根据不同情况采取防护措施：
1 当钢结构可能受到炽热熔化金属的侵害时，应采用砌块或耐热固体材料做成的隔热层加以保护；
2 当钢结构可能受到短时间的火焰直接作用时，应采用加耐热隔热涂层、热辐射屏蔽等隔热防护措施；
3 当高温环境下钢结构的承载力不满足要求时，应采取增大构件截面、采用耐火钢或采用加耐热隔热涂层、热辐射屏蔽、水套隔热降温措施等隔热降温措施；
4 当高强度螺栓连接长期受热达150℃以上时，应采用加耐热隔热涂层、热辐射屏蔽等隔热防护措施。

条文说明

18.3.3 本条为强制性条文，为原规范第8.9.5条的修改和补充。对于处于高温环境下的钢结构，当承载力或变形不能满足要求时，可通过采取措施降低构件内的应力水平、提高构件材料在高温下的强度、提高构件的截面刚度或降低构件在高温环境下的温度来使其满足要求。对于处于长时间高温环境工作的钢结构，不应采用膨胀型防火涂料作为隔热保护措施。
本条第1款、第2款均指钢结构处于特定工作状态时应该采取的防护措施，其中第2款中的钢结构包括高强度螺栓连接；第3款为高温环境下钢构件承载力不足时可采取的措施，第4款为针对高强度螺栓连接的隔热要求。
处于高温环境的钢构件，一般可分为两类，一类为本身处于热环境的钢构件，另一类为受热辐射影响的钢构件。对于本身处于热环境的钢构件，当钢构件散热不佳即吸收热量大于散发热量时，除非采用降温措施，否则钢构件温度最终将等于环境温度，所以必须满足高温环境下的承载力设计要求，如高温下烟道的设计；对于受热辐射影响的钢构件，一般采用有效的隔热降温措施，如加耐热隔热层、热辐射屏蔽或水套等，当采取隔热降温措施后钢结构温度仍然超过100℃时，仍然需要进行高温环境下的承载力验算，不够时还可采取增大构件截面、采用耐火钢提高承载力或增加隔热降温措施等，当然也可不采用隔热降温措施，直接采取增大构件截面、采用耐火钢等措施。因此有多种设计途径均能满足本条第3款要求，应根据工程实际情况综合考虑采取合适的措施。
由于超过150℃时，高强度螺栓承载力设计缺乏依据，因此采取隔热防护措施后高强度螺栓温度不应超过150℃。

A.2.1

按抗侧力结构的特点，多高层钢结构常用的结构体系可按表A.2.1分类。
表A.2.1 多高层钢结构常用体系

注：为增加结构刚度，高层钢结构可设置伸臂桁架或环带桁架，伸臂桁架设置处宜同时设置环带桁架。伸臂桁架应贯穿整个楼层，伸臂桁架与环带桁架构件的尺度应与相连构件的尺度相协调。

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条文说明

A.2.1 本节所列结构类型仅限于纯钢结构。
本标准将10层以下、总高度小于24m的民用建筑和6层以下、总高度小于40m的工业建筑定义为多层钢结构；超过上述高度的定义为高层钢结构。其中民用建筑层数和高度的界限与我国建筑防火规范相协调，工业建筑一般层高较高，根据实际工程经验确定。
组成结构体系的单元中，除框架的形式比较明确，支撑、剪力墙、筒体的形式都比较丰富，结构体系分类表中专门列出了常用的形式。其中消能支撑一般用于中心支撑的框架-支撑结构中，也可用于组成筒体结构的普通桁架筒或斜交网格筒中，在偏心支撑的结构中由于与耗能梁端的功能重叠，一般不同时采用；斜交网格筒是全部由交叉斜杆编织成，可以提供很大的刚度，在广州电视塔和广州西塔等400m以上结构中已有应用；剪力墙板筒国内已有的实例是以钢板填充框架而形成筒体，在300m以上的天津津塔中应用。
筒体结构的细分以筒体与框架间或筒体间的位置关系为依据：筒与筒间为内外位置关系的为筒中筒，筒与筒间为相邻组合位置关系的为束筒，筒体与框架组合的为框架-筒体；又可进一步分为传统意义上抗侧效率最高的外周为筒体、内部为主要承受竖向荷载的框架的外筒内框结构，与传统钢筋混凝土框筒结构相似的核心为筒体、周边为框架的外框内筒结构，以及多个筒体在框架中自由布置的框架多筒结构。
巨型结构是一个比较宽泛的概念，当竖向荷载或水平荷载在结构中以多个楼层作为其基本尺度而不是传统意义上的一个楼层进行传递时，即可视为巨型结构，如将框架或桁架的一部分当作单个组合式构件，以层或跨的尺度作为“截面”高度构成巨型梁或柱，进而形成巨大的框架体系，即为巨型框架结构，巨型梁间的次结构的竖向荷载通过巨型梁分段传递至巨型柱；在巨型框架的“巨型梁”、“巨型柱”节点间设置支撑，即形成巨型框架-支撑结构；当框架为普通尺度，而支撑的布置以建筑的面宽度为尺度时，可以称为巨型支撑结构，如香港的中国银行。
不同的结构体系由于受力和变形特点的不同，延性上也有较大差异，具有多道抗侧力防线和以非屈曲方式破坏的结构体系延性更高；同时，结构的延性还取决于节点区是否会发生脆性破坏以及构件塑性区是否有足够的延性。所列的体系分类中，框架-偏心支撑结构、采用消能支撑的框架-中心支撑结构，采用钢板墙的框架-抗震墙结构，不采用斜交网格筒的筒中筒和束筒结构，一般具有较高延性；支撑结构和全部采用斜交网格筒的筒体结构一般延性较低。
具有较高延性的结构在塑性阶段可以承受更大的变形而不发生构件屈曲和整体倒塌，因而具有更好的耗能能力，如果以设防烈度下结构应具有等量吸收地震能量的能力作为抗震设计准则，则较高延性的结构应该可以允许比较低延性结构更早进入塑性。
屈曲约束支撑可以提高结构的延性，且相比较框架-偏心支撑结构，其延性的提高更为可控。伸臂桁架和周边桁架都可以提高周边框架的抗侧贡献度，当二者同时设置时，效果更为明显，一般用于框筒结构，也可用于需要提高周边构件抗侧贡献度的各种结构体系中。伸臂桁架的上下弦杆必须在筒体范围内拉通，同时在弦杆间的筒体内设置充分的斜撑或抗剪墙以利于上下弦杆轴力在筒体内的自平衡。设置伸臂桁架的数量和位置既要考虑其总体抗侧效率，同时也要兼顾与其相连构件及节点的承受能力。

A.3.2

大跨度钢结构的设计原则应符合下列规定：
1 大跨度钢结构的设计应结合工程的平面形状、体型、跨度、支承情况、荷载大小、建筑功能综合分析确定，结构布置和支承形式应保证结构具有合理的传力途径和整体稳定性；平面结构应设置平面外的支撑体系；
2 预应力大跨度钢结构应进行结构张拉形态分析，确定索或拉杆的预应力分布，不得因个别索的松弛导致结构失效；
3 对以受压为主的拱形结构、单层网壳以及跨厚比较大的双层网壳应进行非线性稳定分析；
4 地震区的大跨度钢结构，应按抗震规范考虑水平及竖向地震作用效应；对于大跨度钢结构楼盖，应按使用功能满足相应的舒适度要求；
5 应对施工过程复杂的大跨度钢结构或复杂的预应力大跨度钢结构进行施工过程分析；
6 杆件截面的最小尺寸应根据结构的重要性、跨度、网格大小按计算确定，普通型钢不宜小于L50×3，钢管不宜小于48×3，对大、中跨度的结构，钢管不宜小于60×3.5。

条文说明

A.3.2 本条对大跨度钢结构的设计原则作了规定。1 设计人员应根据工程的具体情况选择合适的大跨结构体系。结构的支承形式要和结构的受力特点匹配，支承应对以整体受弯为主的结构提供竖向约束和必要的水平约束，对整体受压为主的结构提供可靠的水平约束，对整体受拉为主的结构提供可靠的锚固，对平面结构设置可靠的平面外支撑体系。2 分析网架、双层网壳时可假定节点为铰接，杆件只承受轴向力，采用杆单元模型；分析单层网壳时节点应假定为刚接，杆件除承受轴向力外，还承受弯矩、剪力，采用梁单元模型；分析桁架时，应根据节点的构造形式和杆件的节间长度或杆件长度与截面高度(或直径)的比例，按照现行国家标准《钢管混凝土结构技术规范》GB 50936中的相关规定确定。模型中的钢索和钢拉杆等模拟为柔性构件时，各种杆件的计算模型应能够反应结构的受力状态。设计大跨钢结构时，应考虑下部支承结构的影响，特别是在温度和地震荷载作用下，应考虑下部支承结构刚度的影响。考虑结构影响时，可以采用简化方法模拟下部结构刚度，如必要时需采用上部大跨钢结构和下部支承结构组成的整体模型进行分析。3 在大跨钢结构分析、设计时，应重视以下因素：1)当大跨钢结构的跨度较大或者平面尺寸较大且支座水平约束作用较强时，大跨钢结构的温度作用不可忽视，对结构构件和支座设计都有较大影响；除考虑正常使用阶段的温度荷载外，建议根据工程的具体情况，必要时考虑施工过程的温度荷载，与相应的荷载进行组合；2)当大跨钢结构的屋面恒荷载较小时，风荷载影响较大，可能成为结构的控制荷载，应重视结构抗风分析；3)应重视支座变形对结构承载力影响的分析，支座沉降会引起受弯为主的大跨钢结构的附加弯矩，会释放受压为主的大跨钢结构的水平推力、增大结构应力，支座变形也会使预应力结构、张拉结构的预应力状态和结构形态发生改变。预应力结构的计算应包括初始预应力状态的确定及荷载状态的计算，初始预应力状态确定和荷载状态分析应考虑几何非线性影响。4 单层网壳或者跨度较大的双层网壳、拱桁架的受力特征以受压为主，存在整体失稳的可能性。结构的稳定性甚至有可能成为结构设计的控制因素，因此应该对这类结构进行几何非线性稳定分析，重要的结构还应当考虑几何和材料双非线性对结构进行承载力分析。5 大跨度钢结构的地震作用效应和其他荷载效应组合时，同时计算竖向地震和水平地震作用，应包括竖向地震为主的组合。大跨钢结构的关键杆件和关键节点的地震组合内力设计值应按照现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的规定调整。6 大跨钢结构用于楼盖时，除应满足承载力、刚度和稳定性要求外，还应根据使用功能的不同，满足相应舒适度的要求。可以采用提高结构刚度或采取耗能减震技术满足结构舒适度要求。7 结构形态和结构状态随施工过程发生改变，施工过程不同阶段的结构内力同最终状态的数值不同，应通过施工过程分析，对结构的承载力、稳定性进行验算。

H.0.3

空腹桁架采用无加劲钢管直接焊接节点时应按下列规定进行刚度判别：
1 符合T形节点相应的几何参数的适用范围；
2 当空腹桁架跨数为偶数时，在节点平面内弯曲刚度与支管线刚度之比不小于时，可将节点视为刚接，否则应视为半刚接；其中G为该节点相邻的支管线刚度与主管线刚度的比值；
3 当空腹桁架跨数为奇数时，在与跨中相邻节点的平面内弯曲刚度与支管线刚度之比不小于时，可将该节点视为刚接；在除与跨中相邻节点以外的其他节点的平面内弯曲刚度与支管线刚度之比不小于时，可将该节点视为刚接。

本条部分图片因格式或数量超出安全展示范围而未显示。

条文说明

H.0.3 本条为新增条文。空腹桁架的主管与支管以90°夹角相互连接，因此支管与主管连接节点不能作为铰接处理，需承担弯矩，否则体系几何可变。
采用若干子结构模型来近似表达图52中的多跨空腹“桁架”的不同节点位置。这些子结构的选取原则是能够反映空腹“桁架”不同节点部位如图53所示的变形模式。所采用的子结构模型见图54。

图52 多跨空腹桁架

图53 空腹格构梁的变形模式

图54 子结构模型
节点刚度对格构梁在正常使用极限状态的行为有较大的影响。因此采用以下通过位移定义的标准来区分节点的刚性与半刚性：

其中，δs为具有半刚性连接的格构梁的位移；δr为具有刚性连接的格构梁的位移。
用于计算位移的荷载条件如图54所示。下文基于格构梁的变形行为推导节点刚度介于刚性与半刚性之间的分界线。在位移δs和δr的计算中由于基于格构梁正常使用极限状态，所以采用小位移理论，且半刚性连接的刚度假定为线弹性。
对于具有半刚性连接的子结构A，竖向位移δs经理论推导得：

对于子结构B，格构梁的竖向位移与节点弯曲刚度无关，所以无需进行分界值的推导。对于具有半刚性连接的子结构C，竖向位移δs经理论推导得：

同理，对于具有刚性连接的子结构C，竖向位移δs经理论推导得：

若取△＝0.05，则得到本标准条文中所述的节点弯曲刚度分界值。

引用标准名录

1 《建筑地基基础设计规范》GB 50007
2 《建筑结构荷载规范》GB 50009
3 《混凝土结构设计规范》GB 50010
4 《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010
5 《建筑设计防火规范》GB 50016
6 《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068
7 《工程结构可靠性设计统一标准》GB 50153
8 《构筑物抗震设计规范》GB 50191
9 《钢结构工程施工质量验收规范》GB 50205
10 《建筑工程抗震设防分类标准》GB 50223
11 《钢结构焊接规范》GB 50661-2011
12 《钢管混凝土结构技术规范》GB 50936
13 《门式刚架轻型房屋钢结构技术规范》GB 51022
14 《建筑钢结构防火技术规范》GB 51249
15 《碳素结构钢》GB/T 700
16 《钢结构用高强度大六角头螺栓》GB/T 1228
17 《钢结构用高强度大六角螺母》GB/T 1229
18 《钢结构用高强度垫圈》GB/T 1230
19 《钢结构用高强度大六角头螺栓、大六角螺母、垫圈技术条件》GB/T 1231
20 《低合金高强度结构钢》GB/T 1591
21 《紧固件机械性能螺栓、螺钉和螺柱》GB/T 3098.1
22 《紧固件公差螺栓、螺钉、螺柱和螺母》GB/T 3103.1
23 《钢结构用扭剪型高强度螺栓连接副》GB/T 3632
24 《耐候结构钢》GB/T 4171
25 《非合金钢及细晶粒钢焊条》GB/T 5117
26 《埋弧焊用碳钢焊丝和焊剂》GB/T 5293
27 《厚度方向性能钢板》GB/T 5313
28 《六角头螺栓?C级》GB/T 5780
29 《六角头螺栓》GB/T 5782
30 《焊接结构用铸钢件》GB/T 7659
31 《气体保护电弧焊用碳钢、低合金钢焊丝》GB/T 8110
32 《涂覆涂料前钢材表面处理表面清洁度的目视评定》GB/T 8923
33 《碳钢药芯焊丝》GB/T 10045
34 《电弧螺柱焊用圆柱头焊钉》GB/T 10433
35 《一般工程用铸造碳钢件》GB/T 11352
36 《埋弧焊用低合金钢焊丝和焊剂》GB/T 12470
37 《熔化焊用钢丝》GB/T 14957
38 《钢网架螺栓球节点用高强度螺栓》GB/T 16939
39 《低合金钢药芯焊丝》GB/T 17493
40 《建筑结构用钢板》GB/T 19879
41 《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ 99
42 《钢结构高强度螺栓连接技术规程》JGJ 82-2011
43 《标准件用碳素钢热轧圆钢及盘条》YB/T 4155-2006

门式刚架轻型房屋钢结构技术规范

1 总 则

1.0.1-1.0.3

门式刚架轻型房屋钢结构技术规范

1 总 则

1.0.1-1.0.3

2术语和符号

2.1 术 语

2.1.1 -2.1.40

2.2 符 号

2.2.1-2.2.4

3基本设计规定

3.1 一般规定

3.1.1

3.1.2

3.1.3

3.1.4

3.1.5

3.1.6

3.1.7 -3.1.8

3.1.9

3.1.10 -3.1.11

3.1.12 -3.1.14

3.2 结构体系

3.2.1

3.2.2

3.2.3

3.3 作 用

3.3.1

3.3.2

3.3.3

3.3.4

3.3.5

3.4 结构或构件变形及舒适度的规定

3.4.1

3.4.2

3.4.3

3.4.4-3.4.5

3.5 截面板件宽厚比等级

3.5.1

3.5.2

4材 料

4.1 钢材牌号及标准

4.1.1

4.1.2 -4.1.4

4.1.5

4.2 连接材料型号及标准

4.2.1

4.2.2

4.3 材料选用

4.3.1

4.3.2已废止

4.3.3 -4.3.4

4.3.5

4.3.6

4.3.7

4.3.8

4.3.9

4.4 设计指标和设计参数

4.4.1 已废止

4.4.2

4.4.3 已废止

4.4.4已废止

4.4.5已废止

4.4.6已废止

4.4.7-4.4.8

5结构分析与稳定性设计

5.1 一般规定

5.1.1 -5.1.4

5.1.5

5.1.6

5.1.7 -5.1.9

5.2 初始缺陷

5.2.1

5.2.2

5.3 一阶弹性分析与设计

5.3.1 -5.3.2

5.4 二阶P-△弹性分析与设计

5.4.1

5.4.2

1 总则

1 总则

2.1 术语

2.2 符号

3.3 作用

4材料