高钢规修订在即，大家多多讨论，多提建议。
  
先提2个：
1、抗震时的强节点弱构件计算，Mu>1.2Mp，梁柱节点翼缘对接焊，腹板高强螺栓拼接，对Q235钢还罢了，对Q345钢很难满足，对强度更高，强屈比相对更小的钢材就更难满足了。那么，意味着高强钢材的这种节点形式都需加强了。
  
2、板件宽厚比的抗震要求很严格，对于内力较小，由挠度控制的梁，可能在考虑地震作用后应力仍很小，甚至可能在罕遇地震下也不会进入塑性的情况，是否可以放宽板件宽厚比的要求呢？比如放宽到13（235/fy）^1/2？

sumingzhou所提的问题1――请问是否注意到在8.1.3条中最后一段指出：在柱贯通型连接中，当梁翼缘用全熔透焊缝与柱连接并采用引弧板时，式Mu>1.2Mp将自行满足。因此无论使用什么钢材，都无所谓呀！
sumingzhou所提的问题2――在罕遇地震下构件进入塑性，经过内力重新分布后，谁又能保证某根构件不会发展塑性呢？――尽管它在设计荷载下是按挠度控制的。因此为使构件在形成塑性铰或发展塑性之前不发生局部失稳，必须控制板件的宽厚比。

我也提几个问题：
1）在组合板斜截面抗剪承载力验算时（第7.3.6条）使用的公式为：
          V_in<0.07f_tbh₀
这里是否应该使用f_c,而不是f_t！！好像是个明显的印刷或编写错误，与钢筋混凝土中的公式都不符。更可气的是许多高层钢结构设计的著作居然照抄此公式。
2）在第7.3.4条中提到的h₀为组合板的有效高度，但它具体因该如何计算呢？规程中没有给出相关的概念和方法，应该改进。
3）第7.3.7条提出了组合板的挠度应该满足的限值为1/360，可组合板的挠度如何进行计算呢？为什么规程中不给出来呢？难道在设计时在买本参考书来查吗？

1、在抗规中已去掉“在柱贯通型连接中，当梁翼缘用全熔透焊缝与柱连接并采用引弧板时，式Mu>1.2Mp将自行满足”，因为实际计算对于Q345钢较难满足，此说明本身有问题。
2、一来梁腹板发生局部屈曲梁并不丧失承载力（翼缘在我国规范中总是不能失稳的），只是承载力会有所降低；二来若按构造要求使梁过强（虽有弱梁计算要求，但材料的实际强度与计算值差别太大），有可能柱先破坏。另外，计算长度系数由弹性分析得出，在罕遇地震下按抗震要求，柱不进入塑性或刚进入塑性而梁形成塑性较，柱对梁的约束大大降低，柱的计算长度比弹性计算提高较多，柱实际承载力降低较多，柱子岂不破坏了？结果房倒屋塌，谈何大震不倒？
  
----个人见解

  现手边没带资料,简单说一下我的感受.
  <高钢规>的确应该修改,错误太多,跟不上时代.
  求顶点加速度时,横风向振动公式中us应为ur.还有许多参考书在引用它.
  框梁端部剪力仅计水平力,未计重力荷载.  
  在柱贯通型连接中，当梁翼缘用全熔透焊缝与柱连接并采用引弧板时，式Mu>1.2Mp将"不能"自行满足.至今还有读者套用这一条,可见流毒之广.

应该会跟着美国走，即主要采用狗骨式节点做法。
另外，记得蔡益燕，刘其祥等人提出节点加强，即在节点处梁上翼缘加盖板，下翼缘加小斜撑的做法，我个人不看好。因为这对梁来说，可以看作对节点的加强；但对柱来说，却是对梁的加强，与强柱弱梁的概念不符。
抗震规范刚出来，板件宽厚比应跟着走，与之统一，稍微会放松一点。
我想su兄这里说的是个别的计算时强度利用低的梁，如果真的能保证其在罕遇地震下不会进入塑性，放松自然是没问题，但如何能保证呢，本来大震不倒靠的就是构造而不是计算，似乎没有必要吧。
正是因为翼缘不能失稳，才对梁翼缘宽厚比严加控制，似乎恰恰不是放宽的理由。
建议对钢材实际最大屈服点提出限制。
也许是个小笔误，是梁对柱的约束，而不是柱对梁的约束。
  
我想一方面塑性铰不是理想的铰，仍有一定的刚度，节点区也基本保持在弹性状态；另一方面塑性铰是依次出现而不是同时出现，也不一定所有梁端都会出现，因此现在的验算是对整个结构的变形验算而不是具体到每根构件。当然现在的理论还有待于实际的检验，也会不断的完善。但是，似乎不能成为放宽板件宽厚比的理由，限制宽厚比是为了保证梁端的转动能力，否则塑性铰还未形成，梁先失稳破坏了，糟糕的很。
、
  
  

还有一个问题:
《高钢》5.3.3 第一阶段抗震设计中，框架-支撑体系中总框架任一楼层所承担的地震剪力，不得小于结构底部总剪力的25%.
     该条类似与混凝土高规的0.2剪力调整，但混凝土还有一个1.5Vmax,且对楼层分段作了详细规定。相比之下，《高钢》过于简单，带来的问题是：对高层结构上部若干层，其楼层总剪力本来就很小，很可能小于25%底部总剪力，再要求框架部分就承担25%的底部总剪力，道理上说不通.

“《高钢》5.3.3 第一阶段抗震设计中，框架-支撑体系中总框架任一楼层所承担的地震剪力，不得小于结构底部总剪力的25%. ”这一条在当时的编制过程中理解有误，应该是框架任一楼层本层地震剪力的25%，新规程修订时将会调整。
1.5Vmax或1.8Vmax是当20%或25%无法满足时的一个折中办法，本身并没有科学性。

组合楼板在新修订的钢结构设计规范中已经加入，为了避免重复，高钢规程在这次修订规程中将不再列入组合楼板。设计中设计人员可以参考国标钢结构设计规范。

蔡益燕《高层民用建筑钢结构技术规程修订雏议》

楼上诸位所谈有理,我也说几点制造的事:
1.因为柱贯通的作法,箱形柱节点域构造复杂:
1.1 内隔板电渣焊工艺复杂,最大问题是只能探明焊缝在柱壁板的宽度,无法检测电渣焊焊缝质量,也不知是否与隔板焊连,是工程隐患;
1.2棱角焊在一节柱内有熔透区域和非熔透区域,坡口加工难,焊接难,难于实现焊接自动化;
1.3可否采用隔板贯通型节点;
1.4同一节柱可否采用坡口相同的非熔透焊缝;
2.梁端过焊孔形式可否选用其他形式,现行式样对越来越广泛采用的热轧H型钢来说加工量太大,小型打磨工具效率低,上大型设备梁杆件较大,定位比实际工作时间还长;
在规范修订时建议多考虑制造的简便,经济.

楼上关于组合楼板中h0的取法，我认为应从受压混凝土表面到钢板形心的距离，挠度计算应按受弯构件计算即可。还有说新的钢结构设计规范中已有组合楼板的设计，我想是搞误会了。新钢规只是加入了钢梁与压型钢板组合楼板的组合梁设计，不是对组合板的设计。原高规中的内容基本参照了日本组合板的设计方法，这说明我国对组合板的研究还尚少应当加强。

高钢规对6度和非抗震的梁板件宽厚比规定与《建筑抗震设计规范》GB50017中7度设防相同，是否偏严格一点，也没有什么依据，建议按照对于6度以下设防采用《钢结构设计规范》的规定。7度以上的规定也过于简单。如果非抗震设防按照高钢规，7度设防按照抗震规范，居然出现非抗震设防宽厚比比7度设防高，低于12层的建筑，居然比8度还要高。
  
既然已经有了新的《建筑抗震设计规范》，应该与规范看齐，毕竟高钢规只是一个规程。

提几点自己的看法：
1    梁柱节点连接，当采用栓焊混合节点形式时，采用的假定为：梁翼缘焊缝承担由于弯矩产生的拉压应力，梁腹板与柱翼缘的螺栓连接承担全部剪力。但试验发现，焊缝还要承担相当一部分的剪力，从而造成焊缝承受三向应力，容易造成脆断。1994美国的北岭地震和1995年的阪神地震说明这一点。
2    焊接通过孔（工艺孔）的几何参数不同，造成的应力集中也不同，《高钢规程》仅列出一种可选形式，对结构设计人员而言，太单一，容易误解任何情况都适用。

1.高规中有些条款用于夹层、低多层是否恰当？应明确适用范围；
2.高规应该明确适用条件，如节点域验算应该考虑是否有抗震要求；

几点个人见解：
1：如楼上Rische所讲，高钢规8.1.3条“在柱贯通时，翼缘全熔透焊且有引弧板时自行满足"这句是错误的。因为公式里Mu是仅有翼缘承受呀
按Q235钢，取极限抗拉强度370Mpa,强屈比1.574，假设工字型截面
Mu>1.2   Mp变为  1.574 W翼塑 > 1.2 W全塑     
而工字型 W塑~=1.1~1.17W全  ，翼缘板弹性、塑性截面模量则差不多
公式变为   1.574 W翼弹 > 1.2 X 1.1 W全弹  
最后          W 翼弹 > 0.84 W 全弹
结果就是：翼缘的弹性截面模量不小于全截面的84%时，该式才会自动满足，
也就是梁高大于800基本就不行了。翼缘全熔透也不够的。Q345则要达到97%，不贴钢板是不行的，太严了。   抗震规范取消了这句话。
2。规范中很多地方分“抗震设防“和“非抗震设防"，但抗震规范里6度也算
设防，只是不计算而已，那打击面太大了，是不是6度也要这样呢？
3。8.5.2条要求也是按8.1.3条Mu>1.2Mp设计，我认为梁梁连接有必要么？
等强就可以了呀!抗震规范里是另分了一条的(8.2.8第3)，那里的Mu指的是
“构件拼接极限受弯承载力",包括了腹板拼接的承载力了。相当于等强呀。
  
---纯属个人见解

组合板设计一节中，正文及条文说明不统一，7.3.4明明为抗弯承载力的验算，相应的条文说明中却为纵向抗剪公式的解释。

最近做试验方案，要用到《高钢规程》，才发现我们的《高钢规程》问题多多。就拿梁柱节点设计来说，如果按照梁柱翼缘焊缝只承受弯矩，腹板只承受剪力设计，所需的螺栓无论是个数还是栓径都较小；但若给腹板分部分弯矩，则螺栓群受扭，设计所得的螺栓个数和栓径都大许多，而后一种方法渐渐被认为是更合理的，所以这次规程修订，我认为在设计方法上也应该做工作。

钢规和高钢规中柱间支撑（吊车梁桁架腹杆）与梁柱（弦杆）连接时，规范中的支撑端部大样作一个喇叭型交于梁柱（弦杆）上，本人觉得此大样不妥，因支撑翼缘钢板内应在传递时可不能转弯，而把力传到腹板上（没有与之平衡受力的加筋板），造成应力集中，与原设计本意相悖；
本人参看过日本的钢结构施工图，支撑与柱均为直接相贯，另加加筋板，这样相贯的连接处的几块钢板内力自平衡，解决应力集中问题；
本人在钢结构设计时，在构件的折角处都会加上stiffenner。

是ft,在混凝土设计中就是用的这个值
至于为什么，我不知道！

用哪个都无所谓，因为fc=10ft,混凝土规范中v<0.7ftbh0,而高钢中却是Vin<0.07ftbh0,明显的印刷错误。要么写成Vin<0.7ftbh0，要么写成Vin<0.07fcbh0

大家对高钢规的连接方面提了很多问题。我对第五章“一般规定”提点问题：第5.1.3条：当进行结构弹塑性分析时，可不考虑楼板与梁的共同工作。
这个条文有问题，按此说法，进行弹塑性分析时考虑和不考虑应该差别不大。但现在普遍设置了栓钉，组合梁的整体性较好；板钢筋亦与柱进行了连接。从试验和分析两方面看，考虑和不考虑弹塑性阶段的组合作用，组合梁的强度、耗能、滞回特性均差别较大。
与其做出“可不......”的规定，还不如在条文中不写。在说明中再补充解释以下。

第５．１．２条 当进行结构的作用效应计算时，可假定楼面在其自身平面内为绝对刚性。计中应采取保证楼面整体刚度的构造措施。
  
我认为此条已经过时了，现在许多结构软件都是空间有限元分析，完全可以不考虑楼板刚度进行计算。特别是对于工业建筑，有的楼板是格栅板或花纹钢板。允许同一楼层的节点间有相对位移。

请讨论：
  
1、梁柱连接计算：
在进行梁柱连接计算时有两种计算方法，其一是简单计算法：翼缘承受全部弯矩，腹板仅承受剪力；其二是精确计算法：腹板也承担部分弯矩，按腹板毛截面惯性矩大小正比例分配。前者腹板连接偏于不安全，腹板实际要承担弯矩，后者的腹板连接不太容易满足。考虑到梁翼缘和腹板连接处有焊缝通过孔，规程修订时拟采用实用计算法：腹板分担的弯矩按腹板去除焊缝通过孔后的惯性矩分担。
  
2、地震作用
由于抗震所不同意改动GB50011的前5章，地震作用拟修订阻尼比，多遇地震计算时统一取0.05。

拟推荐的梁柱连接形式有：
盖板式连接（cover plate）;
翼缘板式连接(flange plate);
悬臂梁段拼接(cantilever splice);
隔板贯通式（用于箱形柱）；
侧板工法（翼缘侧面焊接加强板）
  
狗骨式连接（dog-bone）不作为主要推荐形式，主要原因是加工太费事。
  
美国的焊缝通过孔性能也很好，但由于施工单位的反对而不能采用，可能仍采用过去的孔。

难道狗骨式连接（dog-bone）真的就比其它连接方式费事吗？它只不过是需要在工厂根据设计要求对翼缘削弱（有不同形式的开槽削弱方式），而在现场施工就相对简单了，按照常规做法即可。而我们再来看看其它的连接方式：
盖板式连接（cover plate）需要在现场焊接盖板，特别是焊接下翼缘盖板时需要仰焊，施工起来不是也很费事吗。
悬臂梁段拼接(cantilever splice)，由于柱子上多了一个悬臂梁段，运输时一车只能装少数几个构件，造成了运输费用的提高；施工现场拼接时要使用大量螺栓和焊缝，费用也是不菲的。
侧板工法（翼缘侧面焊接加强板） 中，虽然翼缘侧面加强板可以在工厂焊好，不存在现场焊接量过大问题。但由于其翼缘与柱子的焊缝和翼缘侧向加强板的焊缝存在着交错现象，其受力性能的好坏有待进一步研究证明。
隔板贯通式（用于箱形柱）的连接方式可以有效解决柱上大量使用有Z向要求厚板的问题，有其经济性和优越性，值得推荐使用。但柱子需要在每层都断开，再与横隔板相焊，焊接工作量不可小觑。
  
所以相比之下，我看狗骨式连接并不至于有多么费事，为什么单单对狗骨式连接不做推荐呢？应该还有其它的原因吧。

狗骨式连接（dog-bone）抗震效果很好，但是含钢量较大，所以根据国情，规范不推荐这种形式

关于钢结构地震作用问题，是高钢规修订的难点。抗规的计算原则不能改动，只是阻尼比可以修改，不能从根本上解决钢结构计算地震作用偏大问题。看了下文，可能会对此有更深的了解。

钢结构的地震作用
顾强 何若全 苏明周

摘要：为了说明《建筑抗震设计规范》 中钢结构地震作用取值的不合理性，对《建筑工程抗震性态设计通则》 和《建筑抗震设计规范》 中钢结构地震作用的取值进行了分析比较，并提出
了建议。
关键词：钢结构；地震作用；结构延性；结构影响系数

综合上面各位老兄的高论,主要问题在以下面几点:
1,构件宽厚比、高厚比的限制；
2，节点设计的种类、方法；
3，组合楼板的计算；
4，框架---支撑体系框架部分地震力的调整；
对上面的几个问题，小弟是这样理解的，尽管理论还不够深，但是我一向喜欢和规范“作对”。
1，抗规对6度区无更严格要求，可按钢规，高钢规有限制，我个人认为，抗规可做为普遍要求，高钢规可做为特殊要求，也就是高钢规的限制应该只作为高层钢结构来说的，比如根据不同的震区、层高、整体高度、结构类型等来区分，这一方面我们国家也做了不少的总结，分类不成问题。
2，节点设计的问题，我觉得规范的要求并不过分，FU的取值为最小抗拉强度，这证明某些时候（钢材质量好的时候），MU是有富余的，当然我们也不会抱这个侥幸心理；从那么几种节点加强类型看，加盖板是比较合适，也比较受工人喜欢的，这个并不用现场仰焊，盖板是加工的时候就焊好在翼缘上，并且和翼缘一起打坡口的；另外一种加强节点，翼缘外加锲型加强板，这个板不好加，和翼缘需要开坡口等强焊接，一般不采用；然后为狗骨式，我不知道大家是怎么理解这种方法的，计算上麻烦不说（主要是构造参数的确定），加工上并不是想像中那么容易，再者，其目的为让该地方最可能首先出现塑性铰，事实上，这种做法，梁柱节点连接处最多就是等强，根本没有加强，这点上首先就不满足抗规的要求，（除非在这个角度上解释：加强节点反过来就等于构件的削弱。）作为整个构件中抗弯最弱的地方，整体计算时应力比如何控制？当然这个地方接近反弯点，弯矩很小，那就需要根据所有情况的弯矩图来计算构造参数，又或者通过实验确定一个比较保险的通用参数；最后一种悬臂梁的做法我觉得更搞笑，当然，这种做法的初衷也是和狗骨一样的 ，同样也是梁柱连接节点处没有加强，最大也是等强（腹板采用等强角焊缝），但是，外伸梁梁拼接节点，按照规范的意思是等强拼接，既然等强，那整个构件就是等强的，如何体现塑性铰出现的地方？要不就是牵强的说，该拼接点是达不到等强，但是计算上又按等强计算，矛盾。另外，新的节点设计手册上对梁柱刚接节点处柱翼缘的厚度有了新的规定，也就是柱翼缘厚度不能小于梁翼缘+盖板的厚度，我的理解为考虑到强柱弱梁的要求，虽然对应处有加劲肋，但是梁翼缘对柱翼缘的拉力是以一定角度扩散的，所以在节点域一定范围内的柱翼缘不应比梁的总翼缘厚度（梁翼缘厚度+盖板厚度）弱，也就是薄，不过这个翼缘范围又没有相应的规定，总感觉我们在赶国外的时髦，但又穿得不伦不类，不清不楚。
3，组合板的计算，诚然，上面很多老兄都说明了目前规范在计算这一方面的不足，所以，现实工程中大多用非组合楼板，组合楼板只有内侧与混凝土接触，利用它当作受拉钢筋，实际上只是利用钢板和混凝土之间的粘接力，而没有利用到钢板的抗拉强度，或者说利用率低，这种计算与钢板的形状有关，计算上实际是很烦杂的；
4，该问题规范解释得不清楚，按这一点执行，很难满足，而且，到底是每层放大后的框架地震力与原来总基底总地震力的25%比较还是和放大后的总基底总地震力的25%比较，实际上，每层地震力放大后，支撑的地震力也会相应放大，相互循环，如何保证？

另外我也提一个简单的问题，抗规上有说明，6度区的某些情况下可不进行地震计算，但是也需要抗震构造，请问，梁柱刚接节点的抗震构造是什么？不需要抗震计算的抗震构造怎么做？还是节点加强吗？还是说按无地震组合的内力标准来做相应的节点加强？还是说不用做节点加强了？又或者说抗震构造只包括结构布置比如支撑布置上的要求，而节点不需要？

         "半刚性连接"是一个发展趋势,但我们的钢规介绍这方面的较少,希望在修订时,能够给钢结构设计工作的人更为详细的规定或说明.现在国内也有不少业内人士意识到半刚性连接节点设计的好处,偶尔也有论文出现,但都只是定性的分析,没有一个量化分析.