在节点域的计算中，抗震设计和非抗震设计计算的不同，是引入了一个系数ψ。所以计算后非抗震设计对节点域的要求更高，经常会使柱腹板更不容易满足。
我想问：这个节点域的功能是什么？为什么计算有这样的差别？
钢规公式：7.4.2-1和抗规公式8.2.5-2

你的理解有误，请看规范中公式后面对弯矩的解释。两个公式验算的状态不一样，作用也不同。

抗震规范公式8.2.5-2是验算在大震情况下节点域的屈服承载力的，所以使用的是截面全塑性弯矩M_pb，关于折减系数ψ的解释在条文说明里面有，主要是为了保证节点域的安全和必要的耗能能力。

而钢结构规范公式7.4.2-1是用来验算弹性状态时节点域的抗剪强度的，所以使用的是两侧梁端的弯矩设计值M_b，无论结构是否有抗震要求，这点都是要满足的。如果有抗震要求时，此公式在抗震规范中也有相对应的要求，见抗规8.2.5-6。

我想问一下，在节点域的计算中，当柱子两个方向的梁高不同时，节点域验算公式中的梁的腹板高度取多少，是取高的还是低的？

我也有同楼上的疑问，现在做一个工程，柱子大小HW300X300X10X15
两侧的梁分别为HN350X175X7X11和HN700x300x13x24，那么在计算Vp的 时候hb应该取676呢还是339呢，我个人认为应该取大的，但是我对照STS的结果，感觉它是按小的计算的，以至于计算所得的twc达到了72，而我按676计算的时候twc值是36，不知道是我算错了还是怎么回事，恳请各位达人给予帮助，谢谢！

我的看法是：非抗震下根据两个梁的弯矩和梁高分别计算腹板剪力，然后相加；抗震时根据两个梁的全塑性受弯承载力和梁高分别计算腹板剪力，然后相加

很简单，验算的是节点的区域体积，不管左右两边的梁高是否相等，只要你把柱子的翼缘以及柱子的加劲肋所围成的体积算准就带入公式算就行了。另外，对第二层楼“编辑”所回答的也有不太正确的地方，《钢结构规范》的公式是弹性计算没错，但是它仅仅适用于非抗震地区，对地震地区的节点域公式则参考《抗震规范》。（楼二的“编辑”请你想一下，如果《钢结构规范》的那条公式既要满足抗震，又要满足非抗震，从两者的公式来看，肯定是非抗震的起控制作用了，照你的意思，抗震那条公式的折减系数还有必要吗）

此对折减系数的考虑，是不想节点域钢板太厚或太薄，这点楼二“编辑”已经解析清楚了，此外，在这种措施下，节点是先屈服的，然后是梁，再是柱，这与一般的屈服顺序不一样。

弯矩设计值Mb与截面全塑性弯矩Mpb的之间的关系可以通过截面形状系数来表达。
具体可以参考一下相关的钢结构教科书有关受弯构件一章。
也就是说这两个公式是相关的。并不矛盾。
8.2.5-2公式左边表示节点域的屈服强度，极限弯矩。（塑性设计）
8.2.5-6公式左边表示节点域的设计强度，设计弯矩（弹性最大弯矩）抗震要求下，有抗震调整系数。
7.4.2-1公式左边表示节点域的设计强度，设计弯矩（弹性最大弯矩）非抗震状态下，没有抗震调整系数。

关于楼上兄弟的说法，其实，梁柱节点都有不同的抗震调整系数，不会使得节点先于梁柱首先破坏的。具体可以看抗震规范5.4节。

至于节点域的体积问题，梁的不同高度情况下，钢规说了这么一句话，由柱翼缘与横向加劲肋包围的柱腹板节点域应……，是不是可以就如楼上兄弟所说，加劲肋范围内就算节点域。

楼上兄弟，关于谁先屈服，请看《抗震规范》282页的第8.2.5的条文说明吧。这里要跟你说一下，抗震调整系数只是对公式处理的折中办法。只要你了解我们国家的74，88，2001三套规范的条文，你就清楚了。抗震调整系数没有任何的物理意义，而且只有88规范才出现的，它是为了与74规范的可靠度指标一致而做出的一项纯数学上的处理。具体我就不说了。

1，小弟对楼上朋友的说法支持，就我个人的理解，规范之间的从属问题，应该以严格者为标准，死抱规范只会束缚自己，看看高钢规里面的某些条文，就有比较了；作为结构设计人员，我们应该从规范没考虑到的地方来弥补规范的不足。
2，最近论坛上出现一些类似的问题，就是抗震于非抗震之间的一些矛盾，由于抗震计算有抗震调整系数，这个系数是怎么得来的，是处于什么目的考虑的，我想大家都应该明白，小弟刚学钢结构的时候，就一直觉得这个系数有问题，既然说地震影响严重，设计的时候为什么还要折减？后来明白了，就觉得，这个系数既不对，也不错，但是因为他是规范，所以就要遵守，国外规范很少像国内那样，新的出来，旧的就废除，新旧不能共存，相互补充；
3，非抗震情况下，各种组合下的内力最值有没有可能大于抗震情况下有地震参与组合并考虑抗震调整系数后各种组合下的内力最值呢？答案是肯定的，大家都知道，不同地震区下的地震影响系数最大值是不一样的，而抗震调整系数却是不管三七二十一，全部一样的（非构件，是指震区不同）；大家做些比较就能得出答案，8度区是的6度区的4倍，这个级别是非常可观的。
4，抗震规范没错，但是它作出的仅仅是地震作用下的种种要求，注意，这里说的是地震作用下的，地震是非常载，出现的概率比风荷载要小，更不用说恒、活载了，而钢结构规范也没有错，它所说的，就是非地震作用下的要求；
5，错误（或者说误解）的是什么呢？是我们的设计人员以及设计软件编程者，也有可能是软件并没有错，更多的原因在于我们自己。
6，建议，当设计无抗震要求时，无需按照抗震规范的要求去满足；当有抗震要求时，当然是要满足抗震规范上的要求，同时，不要忘记了，即使是有抗震要求的建筑，它更多的时候是在非抗震（这个词或许不好理解，简单说是地震没来的时候）下使用的，这个时候，我们是要满足非抗震要求下的种种条件，也就是要满足钢结构规范上的要求。
7，总结，不管抗震与非抗震，钢结构规范都是要满足的，而有抗震要求时，追加要满足抗震规范上的要求，当两者有冲突（重复）的地方，按照最严格者来满足。
8，计算软件的实现：按照抗震设计设计一次节点，备份；然后按照非抗震设计再设计一次节点；最后，两次结果进行比较，每个节点都取大者（节点域板件厚度、螺栓直径以及数量、焊缝），当然也包括构造上的东西；呵呵，是很麻烦；前提是，计算软件能区分并正确计算。
9，对抗震调整系数的建议：应该按照不同的震区取一个折减系数，这个系数应与地震影响系数最大值对应。
10，节点域范围的看法：两边梁不等高的情况，应取最大梁对应的加劲肋范围，因为即使在这个范围内还有其他加劲肋（两边梁高差大于150MM），这个加劲肋对节点域来说应是起到加强作用。

     以上为个人看法，不对的地方请多多指教。

有关节点域的问题，小弟不才，上网搜索了一下。
在《钢结构》杂志的2005年第一期，第二十卷，第68页。有一篇《节点域性能的研究》。
但是，他只是罗列了一些东西，而没有明确的解释。
抗震系数一用，规范和研究说了这样一个原因：为了避免由此引起节点域过厚导致用钢量的增加，而提出的。
他的结论2指出，各国的研究表明，不允许节点域先于梁屈服。提倡梁和节点域同时屈服。
还请高手给予一个不错的解释和说明。

小弟刚刚看了美国的规范一点东西。英语不咋地。
有一个美国规范上的节点加强的方法。贴上来让大家看看。

1，changyanbin163兄所说：
抗震系数一用，规范和研究说了这样一个原因：为了避免由此引起节点域过厚导致用钢量的增加，而提出的。
在实际工程中，当有抗震要求时，节点域腹板厚度往往是由抗震规范8。2。5－2决定的，这个公式从表面上讲是构造要求，与内力无关，所以，抗震调整系数对此没有直接影响。
2，changyanbin163兄所示2、3种类型与钢结构规范上所说的贴钢板补强基本一样；至于1种类型，我个人的看法是类似我们国内规范的箱型柱，也是一种方法，至于怎么计算，小弟没看过，那只有美国规范上有了，如果要简化计算的话，我个人认为，可以参考抗震规范上箱型截面的有关计算公式，腹板厚度，可以这样简化，两边补强钢板相当于箱型截面的腹板，采用我国抗震规范箱型截面的公式时，箱型截面腹板＝1类型中补强钢板厚度＋中间腹板厚度/2。

这是在AISC上面的有关Web Panel Zone Shear的公式

公式续

以H型截面柱为例：
a.依《抗规》8.2.5注，tw≥(hb+hc)/70
b.按照《抗规》8.2.5-2式验算，当不满足时，需要的节点域厚度tw=[3ψ(Mpb1+Mpb2)]/(4*fv*hb*hc)
c.按照《抗规》8.2.5-6式验算，当不满足时，需要的节点域厚度tw=[3γre(Mb1+Mb2)]/(4fv*hb*hc)
在实际工程中遇到的情况如下：
case1：满足a，但是不满足b或c
case2：不满足a，满足b，最后按照c确定节点域厚度
case3：不满足a，满足c，最后按照b确定节点域厚度
由于梁截面的确定不同，设计内力的不同，所以确定节点域厚度的情况比较多。
另外，问一下：在case1中，是就直接取(hb+hc)/70吧？

关于咱们规范fv之前的4/3，和美国AISC的0.75。
之间是有关系的吗？
如果有关系的话，咱们规范说明的是：……考虑柱腹板轴力提高的影响。
而美国的说明是如下图所示。
请高手研判。

抗震规范中8.2.5-6后注的：当柱节点域腹板厚度不小于梁柱
截面高度之和的1/70时，可不验算节点域的稳定性。这里面的
梁截面高度是不是两侧梁截面高度之和呢？

guobaoli79 于 2006-04-19 21:03
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抗震规范中8.2.5-6后注的：当柱节点域腹板厚度不小于梁柱
截面高度之和的1/70时，可不验算节点域的稳定性。这里面的
梁截面高度是不是两侧梁截面高度之和呢？

有这句话吗？

梁高度取两侧最大高度。

有个问题不知道各位高手有没有仔细研究过,按照PKPM计算出来的节点域加强板厚度有时很大，特别是梁截面比较大，而柱截面比较小的情况下，本人最近做的一个工程就存在这样的情况,柱截面为350X300X10X16,梁截面为650X300X10X16,7度抗震,节点域计算不满足,需要加强到36厚,感觉有点厚,节点地方柱腹板突变比较大,可是规范上也没有明确说明加强板厚度与柱子厚度差别能取到多大,难道就按照计算多少厚度就用多少厚度来加强节点域么?对这个问题实在是难以理解，还望高手指点.

6度设防的两层钢结构框架（上层门式刚架，下层钢框架），此时，钢框架的节点域需要安装抗震规范的要求验算节点域吗？还是说只要满足钢结构规范就可以了？
老总的意见是：6度区只要满足钢结构规范就可以了。
我的看法：6度抗震设防的钢结构和不设防的钢结构难道没有什么区别？6度区也会经历罕遇地震，而抗震规范的要求就是结构进入弹塑性时候的性能，所以，我认为还是要满足抗震规范的要求。除非，不设防。
请指点～

仔细看了各位的帖子，感觉收获很大，有很多是以前没有考虑过的问题
我觉的在节点域这部分首先要明确两个问题；
1、  是做设计还是做研究？
2、  是高层还是多层？
        如果是设计多层钢框架，按高厚比和宽厚比确定完梁柱截面后，一般都能满足(hb+hc)/90。在设计高层钢结构时，结构一般都有剪力墙或支撑等作为抗侧体系，节点域参与的耗能是比较小的，而且节点域四周的约束是很强的，只要柱翼缘（闭口柱壁）不屈曲，节点域的剪切变形是稳定的，并且承载力不降低。所以在设计中用抗规设计已经是很保守了。   
        我看大家好像不满足仅仅使用规范，那我这里抛块砖吧。很多有关节点域破坏的研究出自人们对美国北岭、日本阪神地震后，钢结构房屋损坏程度的思索。作为钢结构梁柱节点，首先要在结构首次屈服之后，仍有较高的强度储备，可以继续承受荷载；其次，在弹塑性阶段承载力是稳定的，没有软化现象；另外，要求有很好的延性，具备很好的耗能能力。纵观各国规范近二十年的演进，包括我国抗规、钢规和高钢规，节点域的厚度是关键，处理好节点域的厚度，才能使节点具有足够的强度和刚度，且具有良好的延性。从强度和刚度角度讲，节点域要厚一些，而从延性和耗能的角度讲，节点域要薄一些，这是一对矛盾，从各国规范中的系数，一会0.6，一会0.7，一会0.75就能体会到编规范人也在上述两点中进行取舍。
       做个总结吧，A、梁柱节点域在周期荷载作用下，具有良好的变形能力。柱腹板越薄，节点域延性越好。B、在弹性阶段，节点域剪切变形（这是节点域的主要变形）很小，但在弹塑性阶段，节点域剪切变形明显增大。因此在大震作用下的高层，不能忽略节点域剪切变形对层间位移角的影响。C、节点域上下加劲肋的设计非常重要，它是把梁翼缘中的轴力均匀传给节点域的基本保证。D、在满足侧移要求的前提下，取规范规定的厚度下限。
        说了这么多，不知道有多少是废话，大家如果有兴趣可以去看一下清华大学在这方面的研究，他们采用了双线性恢复力模型来模拟节点域的剪切变形，和有限元分析结果比较吻合。

关于屈服的先后关系，上面有人提到做设计的时候不能死扣规范，我对钢结构不是很了解，不过不是有种狗骨梁么，他的目的就是想把塑性绞的位移从节点移到梁端吧，理解不对的请指教。

抗震规范没有给出截面全塑性弯矩Mp的计算方法，还是我没看到，请大师指教！

钢规公式7.4.2-1，Mb1,Mb2对节点应为同方向弯距，这样对节点域才会产生剪应力。PKPM-STS中把节点两端弯距直接相加，由此得到的板厚就偏大。

一般手册 给出的截面模量都是弹性模量，即在M作用下，截面的应力是中和轴为0，边缘最大，为三角形分布。定义截面模量的意义是计算应力和变形方便。对于Mp是截面全塑性弯矩，即截面应力全达到材料屈服强度，因此此时候定义为截面全塑性抵抗矩Wp，自己可以计算，即截面中和轴两侧的截面面积与形心到中和轴距离的乘积和。比如对于矩型截面：宽B，高H。那么高度方向的弹性截面抵抗矩W=H²XB/6，而塑性Wp=H²XB/4。

在弹性设计阶段，节点域的剪应力是因为两侧梁的翼缘产生的压或者拉力不平衡所致，计算时候取的是同工况下梁两侧的弯矩。但抗震设计时，节点域塑性验算，用的是两侧梁的全塑性弯矩，在水平地震力的作用下，两侧的塑性弯矩是同向的，是相加的关系，此时计算出的柱腹板一般很厚才能满足要求。规范有一条，当柱腹板厚度不小于梁与柱高度和的70分之一时候，可不计算节点域的稳定性，说的不清楚，是不是就不需要用节点塑性设计公式去计算柱腹板厚了？当然弹性设计还是要满足的。

目前涉及到节点域计算的规范主要有三本,GB50017<钢规>,GB50011<抗震规范>和JGJ 99-98<高钢规>.
钢规的7.4.2条给出了节点域抗剪计算的强度计算公式7.4.2-1(M_b1+M_b2)/V_p≤4f_v/3,这个公式的形式是和高钢规里的8.3.9-1一致的.但钢规主要针对的是非抗震设计时的状态,公式右侧的f_v不用考虑节点域承载力抗震调整系数.而高钢规里的8.3.9-1是包括抗震和非抗震两种状态的,抗震时左侧应该区地震作用下的梁端弯距设计值,右侧的f_v为考虑节点域承载力抗震调整系数之后的节点域抗剪强度设计值,只是公式里没直接表示.在抗震设计的前提下高钢规里的8.3.9-1和抗震规范里的8.2.5-6是一致的.在非抗震设计前提下高钢规里的8.3.9-1和钢规的7.4.2-1是一致的.这是对节点域抗剪强度计算公式的比较.
对于节点板域稳定性的三本规范给出的计算公式是统一的.钢规的7.4.2-2,抗震规范的8.2.5-5
及高钢规的6.3.5的表述是一致的,都是以美国规范为依据.但抗震规范8.2.5条的注释:"当柱节点域腹板厚度不小于梁柱截面高度之和的1/70,可不验算节点域的稳定性".这个注释说的很不清楚,我也和bill-shu兄有相同的疑问,是不是达到这个标准之后就不用验算节点域的屈服承载力了?抗震规范没有给出明确的说法,这个1/70只是在钢规的7.4.2的条文说明里提到了说是"......但我国的初步研究则认为在轴力和剪力共同作用下保证不失稳的条件应为(h_b+h_c)/t_w≤1/70".这个说明和抗规的注释应该是一致的,但满足这个规定后有何意义,抗震规范并没有给出明确的指导方向.
节点域的屈服承载力:抗规8.2.5-2和高钢规的8.3.9-2规定基本上是一致的,但抗规增加了在6度Ⅳ类场地的折减系数取值.因抗规为新规范,这点应该是对高钢规的补充.但抗规8.2.5-2公式的右侧f_v没有明确除以节点域承载力抗震调整系数,而高钢规8.3.9-2中的f_v却明确的说明了应该考虑抗震调整系数.个人认为抗震规范的公式应该考虑抗震调整系数,因为此公式的目的是验算节点域在强震作用下的屈服承载力,既然是抗震设计的震状态下就应该考虑抗震调整系数.
对于本贴中各位争论的节点域的厚度是平时控制还是抗震时控制,可以说节点板域的厚度一般来说是受节点域的屈服承载力这个验算公式控制的,即抗规8.2.5-2和高钢规的8.3.9-2.
为什么这么说呢?因为节点域剪应力是由柱两侧梁的不平衡弯矩产生的.在平时何在作用下,如果结构是等跨的荷载分布均匀的,无大的水平荷载作用(如较大的风荷载)柱两侧的梁端弯距设计值(此时为"设计值")基本上是大小相等方向相反的.这两个弯距的共同作用对节点域不能产生剪应力,两侧弯矩直接通过上下翼缘的节点板平衡掉了.此时的验算公式为钢规的7.4.2条,但计算时两弯矩值要相减(针对上面的一般情况).此时边柱的节点域会更不利一些.
在抗震设计的前提下,需要用节点域的屈服承载力验算公式,抗规8.2.5-2和高钢规的8.3.9-2.此时需要计算两侧梁的全塑性受弯承载力(此时为"承载力").这两个弯矩值仅与梁的截面性质和材料有关.计算时为两弯矩绝对值相加,虽然此公式前面有0.6或0.7的折减系数,对中柱来说由于两侧弯矩和的数值较非抗震时大很多,所以一般由此公式控制节点域的厚度.
关于本贴中几个需要明确的问题:
1.当柱两侧梁高不等时,allan和bill-shu兄的观点是有道理的,节点域的高度应取两侧梁较高的范围.
2.抗震规范8.2.5-2中的右侧的f_v应考虑抗震调整系数0.85.
3.建议多层抗震设计时,中柱尽量选用稳定性更好的箱形截面柱,这样节点板域的厚度可以得到很好的控制.
以上是个人的一点见解,不当之处请指正.

在做钢框架结构时候经常遇到节点域板厚不够需要加厚的情况，一般有两种处理办法：
1、节点域柱腹板加厚，向上下延伸，并且与上下层的柱腹板做对接拼接，一般至少延伸超出两侧连接的梁的上下翼缘各200mm。这种办法对于焊接工字形截面可以实现，但是真正加工起来还是觉得挺麻烦，因为柱腹板每一层遇到节点处都得变厚度。对于轧制型钢加工起来可就大大的费劲了。
2、对于轧制型钢遇到厚度不满足，往往会在节点域腹板两面或者单面贴钢板补够厚度，一般是四面用角焊缝与原来的腹板焊接连接，就像上面以为仁兄贴出的美国做法一样，个人强调一点，这种做法欠妥当，因为节点域是作为一个整体发挥受力作用的，这种做法实际上只在板边缘把两块（或者三块）钢板“缝”起来，就当成一块钢板共同受力了，正确做法是应该在后补的钢板上开孔做塞焊。至于怎么布置塞焊才能认为确实可以当成一块板受力了，一直是我的一个困惑，规范上只是说了可以这么处理，具体细节要求没有，各种参考书上又没有有理有据分析这个问题的。希望大家指点。谢谢先。

看到了wxinstar 的留言，我也遇到了同样的问题，一个三层的框架，丙类建筑，6度抗震，场地类别三类，节点域验算除满足钢架构规范外，是否还要符合抗震规范的要求，可是抗震规范中的3.1.4条：抗震设防烈度为6度时，对于丙类建筑可不进行抗震作用计算。请各位高手指教！