结合最近的工程实践，总结一下抗震设计框架梁柱悬臂段栓焊刚接节点设计。 以下述节点设计为例： 框架梁截面为H-800×300×16×20， 材料：Q355。腹板螺栓群：10.9级-M22；螺栓群并列布置：8行，行间距75mm，2列；列间距75mm；螺栓群列边距：50 mm，行边距50 mm；腹板连接板：625 mm×175 mm，厚：12 mm。
结合最近的工程实践，总结一下抗震设计框架梁柱悬臂段栓焊刚接节点设计。
框架梁截面为H-800×300×16×20， 材料：Q355。腹板螺栓群：10.9级-M22；螺栓群并列布置：8行，行间距75mm，2列；列间距75mm；螺栓群列边距：50 mm，行边距50 mm；腹板连接板：625 mm×175 mm，厚：12 mm。
以本院常规做法，不大于16厚腹板可采用双面角焊缝，角焊缝焊脚高度取12mm。
1 角焊缝验算
控制工况：梁净截面承载力
梁腹板净截面抗剪承载力（ 等强剪力 ）：V wn =16×(800-2×20-35-35)×175=1932kN
采用常用设计方法，翼缘承担全部截面弯矩
腹板承担弯矩：M w =0 kN·m
2 角焊缝承载力计算
焊缝受力：N=0kN；V=1932kN；M=0kN·m
焊脚高度：h f =14mm
角焊缝有效焊脚高度：h e =0.7×12=8.4 mm
双侧焊缝，单根计算长度：l f =625-2×12=601mm
强度设计值：f=200N/mm ^2
A=2*l f *h e =2×601×8.4=10096.8 mm ^2
τ=V/A=1932/ 110.968 ×10=1 74 .1 04 N/mm ^2
综合应力：σ=τ=174.104 N/mm ^2 ≤200N/mm 2 ，满足
3 角焊缝构造检查
角焊缝连接板最大厚度：T max =16 mm
构造要求最小焊脚高度：h fmin =6 mm ≤ 14 mm ，满足！
1 极限受弯承载力验算
（《 抗规 》式8.2.8-1）
M bp =[(B×T f ×(H-T f )]+0.25×(H-2×T f ) ^2 ×T w ]×f y
=[(300×20×(800-20)+0.25×(800-2×20) ^2 ×16]×345×10 -6 =2411.688kN·m
翼缘连接的极限受弯承载力
M
u
f
（计算公式
参高钢规8.2.4-2
）
：
M
uf
=B×T
f
×(H-T
f
)×f
u
=[300×20×(800-20)×470]×10
^-6
=2199.6 kN·m
腹板连接的极限受弯承载力M
uw
（ 计算公式
参高钢规8.2.4-3
）
：
=1×0.25×[H-2×T
f
-(S
r1
+S
r2
)]
2
×t
wb
×f
yw
=1×0.25×[800-2×20-(35+35)]
2
×16×355×10
^-6
=676.062 kN·m
M u =2199.6+676.062=2875.662 kN·m （ 参高钢规8.2.4-1 ）
1.3 *M bp =3135.194 > M u =2875.662 ，不满足！ （抗规8.2.8-1）
由上述计算结果可知，梁柱焊接连接处若不加扩大翼缘或盖板作加强型连接，基本上无法满足节点连接的极限承载力要求。
加连接部位翼缘盖板后，
翼缘连接的极限受弯承载力（加焊盖板）：
M
uf
=B×T
f
×(H-T
f
)×f
u
+B
cp
×T
cp
×(H+T
cp
)×f
u
=[300×20×(800-20)×470]×10
+240×20×(800+20)×470]×10
^-6
=4049.52 kN·m
M
u
=4049.52+676.062=4725.582 kN·m
1.3*M
bp
=3135.194≤M
u
=4725.582，满足！
由上述计算结果可知，按照图集/《高钢规》要求加上下翼缘盖板，计算能满足要求且具有富余度。
针对柱两端存在高差大于100不大于150时节点大样：假设高差为100，那么变截面梁端为900高。腹板翼缘不变的情况下：
M
uf
=B×T
f
×(H-T
f
)×f
u
=[300×20×(900-20)×470]×10
^-6
=2481.6 kN·m
=1×0.25×[H-2×T
f
-(S
r1
+S
r2
)]
2
×t
wb
×f
yw
=1×0.25×[900-2×20-(35+35)]
2
×16×355×10
^-6
=886.222 kN·m
M
u
=2481.6+886.222=3367.822 kN·m
1.3*M
bp
=3135.194≤M
u
=3367.822，满足！
由上述计算结果可知，针对柱两端梁高差大于100且不大于150时的此类节点，即使较矮端梁截面端部不加翼缘盖板，仍能满足连接的极限承载力要求。
2 极限受剪
承载力验算（《抗规》式8.2.8-2）
V
uw
=11701.2×470/1.732 ×10
^-3
=3175.175kN
V
un
=(800-2×20-35-35)×16×470/1.732*10
^-3
=2995.755kN
V
bp
=1.2×(ΣM
bp
/ln)+V
Gb
= 1.2×(2×2411.688/8.4)+1.31=690.364 kN
节点的极限抗剪承载力：V u =min(V uw ,V un )=2995.755kN
V bp =690.364≤V u =3175.175 ，满足！ （抗规8.2.8-2）
由上述计算结果可知，此类节点连接的极限抗剪承载力对节点设计不起控制作用。
1 极限受弯承载力验算 （《 抗规 》式8.2.8-4）
M bp1 =[(B×T f ×(H-T f )]×f y
= [(300×20×(800-20)]×345×10 -6 =1614.6kN·m
M bp2 =[0.25×(H-2×T f ) ^2 ×T w ]×f y
= [0.25×(800-2×20) ^2 ×16]×355×10 -6 =820.192kN·m
M uf =B×T f ×(H-T f )×f u =[300×20×(800-20)×470]×10 ^-6 =2199.6 kN·m
M uw1 =[0.25×(800-2×20) 2 ×16×470]×10 -6 =1085.888 kN·m
② 腹板拼接 板的极限受弯承载力 （此项起控制作用） ：
M uw2 ={0.25×2×[(2×50+(8-1)×75-8×26] 2 ×12×470}×10 -6 =490.367 kN·m
M uw3 =[(∑r i 2 /r m )e w2 t w f u ]×10 -6 =[(495000/265.165)×50×16×470]×10 -6 =701.902 kN·m
M uw4 =[(∑r i 2 /r m )e w2 t ws f us n]×10 -6 =[(495000/265.165)×50×12×470×2]×10 -6 =1052.854 kN·m
N vuw =[0.58×2×303.399×1040]×10 -3 =366.02 kN
N cuw =[22×12×1.5×470×2]×10 -3 =372.24 kN
N u =min(N vuw , N cuw )=366.02 kN
M uw5 =∑r i 2 {sqrt[(N u ) 2 -(V j y m /(n w r m )) 2 ]-V j x m /(n w r m )}/r m ×10 -3 =495000×{sqrt[366.02 2 -(100×262.5/(16×265.165)) 2 ]-100×37.5/(16×265.165)}/265.165×10 -3 =681.525 kN·m
M uw =min(M uw1 , M uw2 , M uw3 , M uw4 , M uw5 ) =490.367 kN·m
梁梁拼接 连接的极限受弯承载力 Mu=Muf+Muw ：
M u =2199.6+ 490.367 =2689.967 kN·m
1.2*M bp1 + 1.25*M bp2 =2962.76 > M u =2689.967 ，不满足！ （抗规8.2.8-4）
由上述计算结果可知，考虑梁腹板塑性抗弯承载力时，由于梁梁拼接节点处的双剪板提供的抗弯极限承载力有限，因此拼接节点处需加翼缘盖板处等措施才能满足连接节点的极限承载力要求，且经过计算，增加螺栓列数作用不明显。
值得补充说明的是，对于以前钢结构设计经常采用的Q235钢材，由于其fu/fy=370/235=1.57，较Q355钢材 fu/fy=470/355=1.32明显更大。因此Q235钢材的梁柱连接的极限承载力 在不加翼缘盖板的情况下很多时候 更容易满足《抗规》要求。
