中华人民共和国行业标准高层民用建筑钢结构技术规程JGJ 99-98 7
第 5.1.2 条 高层建筑钢结构通常采用现浇组合楼盖，其在自身平面内的刚度是相当大的，通常假设具有绝对刚性，与国内其他规范的假设是一致的。当不能保证楼盖整体刚度时，则不能用此假设。
第 5.1.3 条 在弹性计算时，由于楼板和钢梁连接在一起，故可考虑协同工作。在弹塑性计算时，楼板可能严重开裂，故不宜考虑共同工作。框架计算时，组合梁的惯性矩计算，参考了日本的有关规定。
第 5.1.4 条 本条说明计算模型的选取原则，所述三种情况都是常见的。
第 5.1.5 条 高层建筑钢结构梁柱构件的跨度与截面高度之比，一般都较小，因此作为杆件体系进行分析时，应该考虑剪切变形的影响。此外，高层钢框架柱轴向变形的影响也是不可忽视的。梁的轴力很小，而且与楼板组成刚性楼盖，分析时通常视为无限刚性，通常不考虑梁的轴向变形，但当梁同时作为腰桁架或帽桁架的弦杆或支撑桁架的杆件时，轴向变形不能忽略。由于钢框架节点域较薄，其剪切变形对框架侧移影响较大，应该考虑，详见第 5.2.8 条。
第 5.1.6 条 在钢结构设计中，支撑内力一般按两端铰接的计算图形求得，其端部连接的刚度则通过支撑构件的计算长度加以考虑。偏心支撑的耗能梁段在大震时将首先屈服，由于它的受力性能不同，应按单独单元计算。
第 5.1.7 条 现浇钢筋混凝土剪力墙的计算方法，是钢筋混凝土结构设计中大家熟悉的。至于嵌入式剪力墙的计算，最常用的方法是折算成等效交叉支撑或等效剪切板，也可用其他简便的计算模型作分析。
第 5.1.8 条 构件的差异缩短通常在钢结构施工详图阶段解决。
第二节 静 力 计 算
第 5.2.1 条 高层钢结构的静力分析，可按第 5.1.4 条所述模型用矩阵位移法计算，第 5.2.2 至 5.2.7 条的近似方法，仅能用于高度小于 60m 的建筑或在方案设计阶段估算截面之用。
第 5.2.2 条 框架内力可用分层法或 D 值法进行在竖向荷载或水平荷载下的近似计算，这些方法是常用的。
第 5.2.3 条 框架支撑体系高层钢结构的简化计算，可用本条所述方法或其他有效的简化方法，带竖缝的钢筋混凝土剪力墙也可变换成等效支撑或等效剪切板。
第 5.2.4 条 本条所述方法在结构分析时是常用的。
第 5.2.5 条 用等效截面法计算外框筒的构件截面尺寸时，外框筒可视为平行于荷载方向的两个等效槽形截面 ( 图C5.2.5) ，其翼缘有效宽度可取下列三者中之最小值：
(1) b≤L/3 ；
(2) b≤B/2 ；
(3) b≤H/10
式中，L和B分别为简体截面的长度和宽度，H为结构高度。框筒在水平荷载下的内力，可用材料力学公式作简化计算。
第 5.2.6 条 在抗震设计中，结构的偏心矩设计值主要取决于以下几个因素：
(1) 地面的扭转运动； (2) 结构的扭转动力效应； (3) 计算模型和实际结构之间的差异； (4) 恒荷载和活荷载实际上的不均匀分布； (5) 非结构构件引起的结构刚度中心的偏移。表达式ed＝e0＋0.05L ，考虑了我国在钢筋混凝土中的习惯用法和外国的常用取值。
式 (5.2.6) 系参照南斯拉夫等国的抗震规范拟定，该式按静力法计算扭转效应，适用于小偏心结构 ( 图 C5.2.6) 。
第 5.2.7 条 美、英、委、日等国的抗震设计规范，对等效静力计算的倾覆力矩，考虑了不同的折减系数。倾覆力矩折减系数的定义是，在动力底部剪力与静力底部剪力相同的条件下，动力底部倾复力矩与静力底部倾覆力矩的比值。在这方面的主要影响因素，为地震力沿高度的分布及基础转动的影响。分析表明，弯曲型结构的折减幅度随自振周期的增大而增大，剪切型结构的折减幅度变化较小。此外，阻尼越大则折减越小。
美国 ATC3-06(1978) 建议：上部 10 层不折减，即折减系数k＝1。由顶部楼层算起的 10～20 层，折减系数k＝1～0.8。上部 20 层以下，k＝0.8 。本条文参考 ATC3-06 拟定，仅将原来的上部 20 层改为上部 60m 。
暂限于在用底部剪力法估算高层钢框架构件截面时，考虑对倾覆力矩折减。
第 5.2.8 、 5.2.9 条 高层建筑钢结构节点域不加厚时，根据武藤清著《结构物动力设计》 ( 北京：中国建筑工业出版社.1984) 和计算结果，其剪切变形对结构侧移的影响可达 10％～20％，甚至更大。用精确方法计算比较麻烦，在工程设计中采用近似方法考虑其影响。第 5.2.8 条中的近似方法只适用于钢框架结构。根据同济大学对约 160 个从 5 层到40 层工形柱钢框架结构的示例计算分析，节点域剪切变形对结构水平位移的影响较大，影响程度主要取决于梁的抗弯刚度EIb、节点域剪切刚度K、梁腹板高度hb以及梁与柱的刚度之比。经过对算例分析结果的归纳，给出了第 5.2.9 条的修正公式，当η＞5 时应进行修正，使节点域剪切变形引起的侧移增加值不超过5％。至于节点域剪切变形对内力的影响，一般在10％以内，影响较小，因而可不需对内力进行修正。当框架结构有支撑时，分析研究表明，节点域剪切变形会随支撑体系侧向刚度增加而锐减。采用箱形柱的京城大厦，在第一阶段抗震设计中考虑了节点域剪切变形对侧移的影响；采用箱形柱的京广中心，在设计中未考虑此效应。
第 5.2.10 条 稳定分析主要是计及二阶效应的结构极限承载力计算。二阶效应主要是指P-△效应和梁柱效应，根据理论分析和实例计算，若将结构的层间位移、柱的轴压比和长细比限制在一定范围内，就能控制二阶效应对结构极限承载力的影响。综合参考约翰深， B.J.主编 ( 董其震等译 ) 《金属结构稳定设计准则解说》 ( 北京：中国铁道出版社.1981) 、九国抗震规范和 1976 年日本建筑学会 ( 李和华译 ) 《钢结构塑性设计指南》(北京：中国建筑工业出版社.1981) 等文献中的有关分析，给出了本条可不进行结构稳定计算的条件，其中第一款主要考虑梁柱效应，第二款主要考虑P-△效应。
第 5.2.11 条 研究表明，对于无侧移的结构，用有效长度法计算结构的稳定，可获得较好的精度，但对于有侧移的结构，有效长度法偏于保守，因为它不能直接反映 F-u( P-△ ) 效应的影响。有支撑的结构，且δ/h ≤ 1/1000 ，可认为是属于无侧移的结构。无支撑的结构和δ/h＞1/1000 的有支撑的结构，可认为是属于有侧移的结构，为此应按能反映 F-u( P-△) 效应的二阶分析法计算。
下面介绍一种 F-u(P-△) 分析法的计算步骤。
1 .计算在使用荷载下每一楼层水平面上各柱轴向荷载的总和 ΣF ；
2 .按一阶分析所得的每层楼层处的水平位移u，或按预先确定的楼层水平位移u，确定由楼层柱子的轴力作用于变形结构上而产生的附加水平力；
式中Vi--由侧移引起的第 i 层处的附加水平力；
ΣFi--在第 i 层所有柱子轴向力之和；
α--放大系数，取 1.05～1.2 ；
hi--第 i 层的楼层高度；
ui＋1、 ui--分别为第 i＋1 层和第i层楼盖的水平位移。
求得的水平位移应不大于规定的限值。
3 .取每一楼层附加水平力的代数和，作为楼层水平面上的侧向力 ( 图 C5.2.11) ；
Hi＝Vi＋1-Vi
4 .将侧向力Hi，和其他水平荷载相加，按合并后的水平力连同竖向荷载进行一阶弹性分析，得出各节点的位移量；
5 .验算在第 2 步骤中得出的所有楼层水平位移的精度，即在迭代过程前后两次所得楼层水平位移误差是否在允许范围内，如果不满足，按第 2 步骤到第 4 步骤继续迭代.，如果计算精度满足要求，用迭代后所得的内力对各杆进行截面验算，此时柱的有效长度系数取 1.0。
在侧向刚度较大的结构中，楼层水平位移收敛较快，只需迭代 2～3 次。若上述计算在迭代 5～6 次后仍不收敛，说明结构的侧向刚度很可能不够，需重新选择截面。
第三节 地震作用效应验算
第 5.3.1 条 本条是根据"小震不坏，大震不倒"的抗震设计原则提出来的，我国现行国家标准《建筑抗震设计规范》 (GBJ 11) 中提出了抗震设防三水准和二阶段的设计要求，本条根据我国抗震规范的要求拟定。
第 5.3.2 条 一般情况下，结构越高基本自振周期越长，结构高阶振型对结构的影。向越大，而底部剪力法只考虑结构的一阶振型，因此底部剪力法不适用于很高的建筑结构计算，其适用高度，日本为 45m ，印度为 40m ，我国现行国家标准《建筑抗震设计规范》 (GBJ 11) 规定高度不超过 40m 的规则结构可用该规范规定的底部剪力法计算。本规程中的底部剪力法，已近似考虑了部分高振型的影响，因此将其底部剪力法的适用高度放宽到 60m 。
振型分解反应谱法实际上已是一种动力分析方法，基本上能够反映结构的地震反应，因此将它作为第一阶段弹性分析时的主要方法。时程分析法是完全的动力分析方法，能够较真实地描述结构地震反应的全过程，但时程分析得到的只是一条具体地震波的结构反应，具有一定的"特殊性"，而结构地震反应受地震波特性( 如频谱 ) 的影响是很大的，因此，在第一阶段设计中，仅建议作为竖向特别不规则建筑和重要建筑的补充计算。
第 5.3.3 条 本条系参考美国加州规范中有关条文拟定。本条的含义，是在框架-支撑结构中，当框架部分所分配得到的剪力小于结构总底部剪力的 25％时，框架部分应按能承受总底部剪力的 25％计算，将其在地震作用下的内力进行调整，然后与其他荷载产生的内力组合。
第 5.3.4 条 在地震时，结构在两个方向同时受地震作用，对于较规则的结构，仅按单方向受地震作用进行设计，但对于角柱和两个互相垂直的抗侧力构件上所共有的柱，应考虑同时受双向地震作用的效应，本条采用简化方法，将一个方向的荷载产生的柱内力提高 30％。
第 5.3.5 条 美国 ATC3－06 建议，设计基础时按等效静力计算的倾覆力矩可折减 35％。参考此资料，并考虑在罕遇地震作用下基础的稳定，采用倾覆力矩折减系数0.8 。此外，基础埋深也有一定的有利条件。
第 5.3.6 条 底部剪力法和振型分解反应谱法只适用于结构的弹性分析，进行第二阶段抗震设计时，结构一般进入弹塑性状态，故只能采用时程分析法计算。
结构的计算模型，可采用杆系模型或层模型。用杆系模型作弹塑性时程分析，可以了解结构的时程反应，计算结果较精确，但工作量大，耗费机时，费用高。用层模型可以得到各层的时程反应，虽然精确性不如杆系模型，但工作量小，费用低，结果简明，易于整理。地震作用是不确定的、复杂的、许多问题还在研究中，而且结构构件的强度有一定的离散性。另外，第二阶段设计的目的，是验算结构在大震时是否会倒塌，从总体上了解结构在大震时的反应，因此工程设计中，大多采用层模型。
第 5.3.7 条 用时程分析法计算结构的地震反应时，时间步长的运用与输入加速度时程的频谱情况和所用计算方法等有关。一般说来，时间步长取得越小，计算结果越精确，但计算工作量越大。最好的办法是用几个时间步长进行计算，步长逐渐减小( 例如每次步长减小一半 ) ，到计算结果无明显变化时为止，但需重复计算，这在必要时可采用。一般情况下，可取时间步长不超过输入加速度主要周期的 1/10 ，而且不大于 0.02s 。
结构阻尼比的实测值很分散，因为它与结构的材料和类型、连接方法和试验方法等有关。钢结构的阻尼比一般比钢筋混凝土结构的阻尼比小，钢筋混凝土结构的阻尼比通常取0.05 。根据一些实测资料，在弹塑性阶段，钢结构的阻尼比可取0.05 。
第 5.3.8 条 进行高层钢结构的弹塑性地震反应分析时，如采用杆系模型，需先确定杆件的恢复力模型；如采用层模型，需先确定层间恢复力模型。恢复力模型一般可参考已有资料确定，对新型、特殊的杆件和结构，则宜进行恢复力特性试验。
第 5.3.9 条 用静力弹塑性法计算层间恢复力模型骨架线的方法，可参阅武藤清《结构物动力设计》。
第 5.3.10 条 大震时的P-△较大，是不可忽视的。
第四节 作用效应组合
第 5.4.1 条 本条是将现行国家标准《建筑结构荷载规范》（GBJ 9) 中关于非地震作用组合和现行国家标准《建筑抗震设计规范》 (GBJ 11) 中关于地震作用时的组合，加以综合而成。非地震作用组合的式 (5.4.1-1) 中，考虑高层建筑荷载特点( 高层钢结构主要用于办公室、公寓、饭店 ) ，只列入了永久荷载、楼面使用荷载及雪荷载三项竖向荷载，水平荷载只有风荷载。如果建筑物上还有其他活荷载，可参照"荷载规范"要求进行组合。
对于高层建筑，风是主要荷载，因此组合系数取 1.0 。根据重庆建筑大学的研究，此时不仅高层钢结构的可靠度指标可满足现行国家标准《建筑结构设计统一标准》 (GBJ 68) 的要求，而且分布比较均匀。
有地震作用组合的式 (5.4.1-2) 与现行国家标准《建筑抗震设计规范》 (GBJ 11) 中有关公式相同，其中GE为重力荷载代表值，它是指在地震作用下可能产生惯性力的重量，也按现行国家标准《建筑抗震设计规范》（GBJ 11）的规定取值。
第 5.4.2 条 表 5.4.2 给出了高层钢结构各种可能的荷载效应组合情况，与荷载规范及抗震规范的规定基本一致，但非地震组合情况只有一种，因为在高度很大的高层钢结构中，只有竖向荷载的组合，不可能成为不利组合，因此未包括无风荷载的组合情况。在有地震作用组合情况中，高度大于 60m 的建筑主要用了第 3 种情况 ( 按 7 度、 8 度设防 ) 及第 6 种情况 ( 按 9 度设防 ) 。
第 5.4.3 条 位移计算应采用荷载或作用的标准值，故取各荷载和作用的分项系数为 1.0。
第 5.4.4 条 第二阶段设计因考虑受罕遇地震作用，故既不考虑风荷载，荷载和作用的分项系数也都取 1 。因为结构处于弹塑性阶段，叠加原理已不适用，故应先将考虑的荷载和作用都施加到结构模型上，再进行分析。
第五节 验算要求
第 5.5.1 条 根据现行国家标准《建筑结构荷载规范》 (GBJ 9) ，非抗震设防的建筑应满足式 (5.5.1-1) 。而抗震设防的建筑可能全部或部分地受不考虑地震作用的效应组合控制，此时显然也应满足式 (5.5.1-1) 。有地震作用的效应组合不再考虑重要性系数，是根据现行国家标准《建筑抗震设计规范》 (GBJ 11) 的规定，可参见其条文说明。
本条对结构构件的安全等级不作具体规定，由设计入酌情选定。
高层钢结构在风荷载下的顶点位移和层间位移限值，系参考现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 的规定采用，对建筑高度较低的规则结构以及采取减振措施时，可适当放宽。对钢框架核心筒等水平力主要由混凝土结构承受的高层建筑，规定了应按国家现行标准《钢筋混凝土高层建筑结构设计与施工规程》(JGJ 3) 的规定，但考虑到该规程的规定对混合结构可能太严，允许在主体结构不开裂和装修材料不出现较大破坏的前提下适当放宽。不出现较大破坏，意味着容许装修材料在大震时出现轻微甚至中等破坏，其数值由设计入员自行选定。
结构顶点位移是指顶点质心的位移。在验算顶点位移时，结构平面端部的最大位移不得超过质心位移的 1.2 倍。此规定根据设计经验提出，对非抗震计算适用。
高层建筑中人体的舒适度，是一个比较复杂的问题，国外实例和一些研究表明，在超高层建筑特别是超高层钢结构建筑中，必须考虑，不能用水平位移控制来代替。
本条文中的顶点最大加速度限值，是综合分析了国外有关规范和资料，主要参考了加拿大国家建筑规范，再结合我国国情而作出的限值规定。加拿大规范规定，暂定加速度限值 1％～ 3％ g ，重现期取 10 年，公寓建筑取低限，办公高层建筑取高限。根据我国目前的实际情况，只对顺风向和横风向加速度作了规定，而未对建筑物整体扭转的角加速度限制予以规定，工程中暂不考虑。
顺风向顶点最大加速度计算公式 (5.5.1-4) 系按照我国现行国家标准《建筑结构荷载规范》 (GBJ 9) 中风荷载公式的动力部分，再经推导后得到的。经验算，与国外有关公式的计算结果较为接近，在使用该公式时，若遇体型较复杂的建筑，应参照一般高层建筑的作法，将公式中的μsA换成ΣμsiAi进行计算，并取绝对值之和。这里，μsi代表迎风面或背风面第i部分的体型系数，Ai代表与之对应的迎风面或背风面面积。
横风向顶点加速度计算理论较为复杂，也缺乏足够的资料，因此式 (5.5.1-5) 采用了加拿大国家建筑规范中的有关公式。横风向振动的临界阻尼比一般可取0.01～0.02 ，视具体情况选用。
圆筒形高层建筑有时会发生横风向的涡流共振现象，此种振动较为显著，但设计是不允许出现横风向共振的，应予避免。一般情况下，设计中用高层建筑顶部风速来控制，如果不能满足这一条件，一般可采用增加刚度使自振周期减小来提高临界风速，或者进行横风向涡流脱落共振验算，其方法可参考风振著作，本条文不作规定。
第 5.5.2 条 抗震设防的高层钢结构构件承载力验算表达式(5.5.2-1) ，与现行国家标准《建筑抗震设计规范》(GBJ 11) 规定的公式相同。式中，构件和连接的承载力抗震调整系数，是中国建筑科学研究院抗震所根据可靠度指标要求，考虑本规程规定的高层建筑钢结构的地震作用、材料抗力标准值和设计值等因素，通过对几幢高层钢结构的实例分析，用概率统计方法求得的。结构在弹性阶段的层间位移限值，日本建筑法施行令定为层高的 1/200 。 1988 年美国加州规范规定，基本自振周期大于 0.7s的结构，弹性阶段的层间位移限值为层高的 1/250 或 0.03 /Rw (Rw为结构的延性指标 ) ，参考以上规定，本规程取层高的 1/250 。
规定了结构平面端部构件最大侧移可不超过质心侧移的 1.3倍，是考虑地震作用相对暂短。
第 5.5.3 条 美国 ATC3-06 规定， Ⅱ类地区危险度建筑( 接纳人员较多的一般高层建筑 ) 的层间最大变形角为1/67 ，系考虑在罕遇地震作用下，结构出现弹塑性交变时的允许值，日本规定罕遇地震时的层间变形角限值为 1/100 ，在工程设计中也有用得更大时，如日本设计的京广中心设计采用的限值为 1/75 ；新西兰抗震规范规定，采用可分离的非结构构件时，最大层间变形角允许为 1/100 。这些规定都是为了使结构构件在罕遇地震时不脱落。显然，美国的规定较宽。考虑到变形角太严，构件截面可能受罕遇地震控制，这将很不经济，本规程参考美国的上述规定，采用 1/70 作为变形角限值，试算表明，这一要求一般可以满足。这一限值对按杆系模型将偏严。由于缺乏设计试验，目前还提不出适用于杆系模型的罕遇地震作用下层间位移限值。
层间位移延性比限值，是层间最大允许位移与其弹性位移之比，系参考有关文献和算例结果提出的。
众智软件 http://www.gisroad.com
第六章 钢构件设
第一节 梁
第 6.1.1 条 高层建筑钢结构除在罕遇地震下出现一系列塑性铰外，在多遇地震下应保证不破坏和不需修理。现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 对一般的梁都允许出现少量塑性，即在计算强度时引进大于1的截面塑性发展系数γ，但对直接承受动荷载的梁，取γ＝ 1 。基于上述原因，抗震设计的梁取γ＝ 1 。
按照日本的设计做法，在垂直荷载下的梁弯矩取节点弯矩，在水平力作用下的梁弯矩取柱面弯矩。
第 6.1.2～6.1.4 条 梁的整体稳定性通常通过刚性铺板或支撑体系加以保证，使其不控制设计。地震区高层钢结构的梁和柱形成抗侧力刚架时，更需要保证梁不致失稳。
对按 6 度抗震设防和非抗震设防的结构，梁的整体稳定可按现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 第 4.2.1 条规定考虑。这里需要指出，单纯压型钢板做成的铺板，必需在平面内具有相当的抗剪刚度时，才能视为刚性铺板，这一要求按照德国 DIN 18800-Ⅱ的规定是
式中， K 是压型钢板每个波槽都和梁相连接时面板内的抗剪刚度，即 K ＝V/γ，可由试验确定；IW、It、Iy、ι1、和h分别为梁的翘曲常数、自由扭转常数、绕弱轴的惯性矩、自由长度和高度( 图C6.1.3) 。
支座处仅以腹板与柱相连的梁，在梁端截面不能保证完全没有扭转。在需要验算整体稳定时，φb应乘以 0.85 的降低系数，详见陈绍蕃著：《钢结构设计原理》 ( 北京：科学出版社， 1987) 。按 7 度或高于 7 度抗震设防的结构，由于罕遇地震下出现塑性，在可能出现塑性铰的部位 ( 如梁端和集中荷载作用点 ) 应有侧向支承点。由于地震力方向变化，塑性铰弯矩的方向也变化，要求梁上下翼缘均有支撑，这些支撑和相邻支撑点间的距离，应满足现行国家标准《钢结构设计规范》(GBJ l7-88) 第 9.3.2 条对塑性设计的结构要求。在强烈地震作用下，梁弯矩的梯度很大，此时在现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 的式 (9.3.2-1) ，即式
中，f可用fy代替。在-1 ≤ M1/ (Wpxf) ≤ 0.5 范围内， λy在 100至之间变化。美国加州规范 (1988) 规定λy≤ 96 ，但美国 AISC(1986) 极限状态设计 (LRFD) 规范却给出高烈度地震区 ，与前者出入甚大，两者分别大体接近现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17-88) 规范式(9.3.2-1) 和 (9.3.2-2) 的最大和最小值。
第 6.1.5 条 本条按现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 拟定，补充了框架梁端部截面的抗剪强度计算公式。
第 6.1.6 条 梁板件宽度比应随截面塑性变形发展的程度而满足不同要求。形成塑性铰后需要实现较大转动者，要求最严格，按 7 度或 7 度以上抗震设防的结构中，梁可能出现塑性铰的区段，应满足表 6.1.5 的要求，此时转动能力达弹性转动能力的7～9倍。该表的规定与现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17-88) 表 9.1.4 的规定相同。
对于非地震区和设防烈度为 6 度的地震区，当框架梁中可能出现塑性铰时，梁的塑性铰截面转动能力不如强震区高，满足表6.1.5 中 6 度和非抗震设防的宽厚比限值时，截面非弹性转动能力可达弹性转动的 3 倍，已经够用。b/t≤ 11 是参照美国 AISC (LRFD) 规范确定的，h0 /tw≤ 90 比它稍严。
兼充支撑系统横杆的梁，在受弯的同时受有轴力。若抗震设防的梁端部有可能出现塑性铰，则腹板宽厚比应符合压弯构件塑性设计要求，计算公式见现行国家标准《钢结构设计规范》(GBJ 17-88) 表 9.1.4 。
第 6.1.7 条 美国加州规范 (1988) 考虑倾复力矩对传力不连续部位的柱进行竖向荷载组合时，对地震作用E按 3(Rw/8)考虑，设计柱截面时容许应力乘 1.7 。当Rw ≈ 10 时，大约为将地震作用乘以 2 。结合我国具体情况，建议对这些部位的地震作用乘以大于1.5 的增大系数。
第二节 轴心受压柱
第 6.2.1 和 6.2.2 条 高层建筑中的轴心受压柱一般不涉及抗震问题，柱的主要特点是钢材厚度可能超过 40mm ，有时甚至超过 100mm 。厚壁柱设计有两个不同于一般轴心受压柱的问题：一是强度设计值f的取值，二是稳定系数φ的取值。
本规程第二章系根据现行国家标准《碳素结构钢》 (GB/T700) 和《低合金结构钢》 (GB/T1591) 的规定编写的，其中包括了 Q235 和 Q345 钢厚板的屈服点标准值，而抗力分项系数则应有一定的实验统计资料作为依据。
当工字形截面翼缘厚度超过 40mm 时，残余应力沿厚度变化，使稳定承载力不同于厚度较薄者。欧州钢结构协会 1978 年的《钢结构设计建议》 (ECCS European Recommendation for steel construction) 规定，厚度超过 40mm 的热轧 H 型钢笋系数，用比a、b、c三条曲线都低的 d 曲线，但后来的研究表明，这一规定偏于保守。因此，欧共体的官方规范 Eurocode3(1983 草案 ) 把 40mm改为 80mm 。德国稳定规范 DIN 18800－Ⅱ 1988 年试行本也规定，厚度不超过 80mm 者φ系数不予降低。鉴于这一更改有充分根据，我们采用了以 80mm 分界的规定。
厚壁焊接 H 型和箱型截面柱，还未见到国外发表的研究资料。关于焊接工字形截面，欧共体 Eurocode 3 和德国 DIN 18800一Ⅱ都以 40mm 分界，而箱型截面则以板件宽度比是否小于 30mm 分界。箱形截面b/t≥ 30 者用b曲线，b/t＜30 者用C曲线，这是因为宽厚比小者残余应力大，不过焊缝大小对φ系数有很大关系，如果箱型截面壁板间的焊缝是部分熔透而非全熔透，那么凸曲线的适用范围还可扩大。
我们对轧制厚板组成的焊接工字形截面和焊接箱型截面的残余应力分布，进行了理论分析，并通过对 600mm×600mm×70mm的箱型截面残余应力的实测，验证了残余应力的计算模型，在此基础上完成了多个焊接工字形和箱型截面的φ系数计算，计算结果证实厚壁箱型截面的φ系数可以按现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17-88) 规定的b类和c类截面采用，不过分界可取b/t＝ 20 而不是 30 。计算也表明，轧制厚板焊接工字形截面绕弱轴的稳定计算，需要比D类还低的曲线，不过残余应力的最大值取决于截面积与焊接输入热量的比值，而不是板的厚度。这一比值，可近似地用面积 A 和腹板厚度tw的比值来取代。因此，对于这类焊接工字形截面的φ值不必区分板厚是否大于 80mm ，而可将厚度 40mm 以上的截面弱轴都归入d 截面，强轴都归入c类截面。 d类φ曲线和 d 、b、c三类用同一公式描述，系数α1、α2、α3大体根据三种不同尺寸工字形截面的平均φ值确定。目前，高层建筑的焊接工字形截面柱的翼缘板，常用精密火焰切割加工成需要的宽度，由于焰割板边缘有很高的残余拉应力，柱的φ系数可和t≤ 40mm者一样，对强轴和弱轴都取b曲线。
第三节 框架柱
第 6.3.1 条 框架柱的强度和稳定，依第五章算得的内力按现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 第五章和第九章的公式计算，但柱计算长度、截面塑性抵抗矩和板件宽厚比，应满足本节各项规定的要求。在罕遇地震作用下，结构整体倒塌和层间极限变形的验算，可以揭示框架体系柱截面是否适当，因此本条还规定柱截面应能满足第 5.5.3 条的要求。
第 6.3.2 条 框架柱的计算长度应根据具体情况区别对待。当不考虑水平荷载作用时，框架柱计算长度按现行国家标准《钢结构设计规范》(GBJ 17)一般规定确定柱计算长度系数μ，这里给出μ的两个近似公式，即式(6.3.2-1)和(6.3.2-2)，它们具有较好的精度。由于是代数式，比"钢结构设计规范"中的超越方程简便。
当计入风力及多遇地震引起的内力时，框架失稳属于极值型问题。在满足整个建筑整体稳定的情况下，位移符合层间位移限制时，柱计算长度系数介于无侧移和有侧移两种情况之间，故可取为μ＝1.0。若层间位移甚小，也可考虑按无侧移柱确定卢值，这里限于层间位移小于 0.001h( 相当于安装垂直度允许误差 ) ，这时侧移影响可以忽略。
第 6.3.3 条 本条公式 (6.3.3-1) 是为了实现强柱弱梁的设计概念，使塑性铰出现在梁端而不是出现在柱端。梁和柱的抗弯能力，即塑性铰弯矩，分别为：
式中 Wpb、Wpc--分别为梁和柱截面的塑性抵抗矩；
fyb、fyc--分别为梁和柱钢材的屈服强度标准值；
σN--轴力产生的柱压应力， σN ＝ N / Ac 。
强柱弱梁条件是在柱节点上
ΣMpc＞ΣMpb
这里偏于安全地略去了系数 1.15 ，得到式 (6.3.3-1) 。塑性铰本应在强烈地震下才出现，但式 (6.3.3-1) 中的σN取多遇地震作用的组合，原因是如果控制过严，往往不经济或很难实现，且柱出现少量塑性并不致引起倒塌。在实际工程设计中，如果能做到式 <6.3.3-1) 左端比右端大得稍多，是有利的。
但在实际工程中，特别是采用框筒结构时，甚至式 (6.3.3-1) 也往往难以普遍满足，若为此加大柱截面，使工程的用钢量增加较多，是很不经济的。此时允许改按式 (6.3.3-2) 验算柱的轴压比，该式引自现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 第九章。日本在北京京城大厦和京广中心的高层钢结构设计中，规定柱的轴压比不大于0.67 ，不要求控制强柱弱梁。美国加州规范规定必需满足强柱弱梁，而一般不要求控制轴压比。本条强调强柱弱梁的重要性，要求在设计中尽可能考虑，但也重视节约钢材。
第 6.3.4 条 按 6 度抗震设防和非抗震设防的结构，柱不会出现塑性铰，其板件宽厚比可按现行国家标准《钢结构设计规范》 (GBJ 17) 第五章的规定确定。
按 7 度和7 度以上抗震设防的结构，按照强柱弱梁的要求，柱一般不会出现塑性铰，但是考虑到材料性能变异、截面尺寸偏差以及未计及的竖向地震作用等因素，柱在某些情况下也可能出现塑性铰。因此，柱的板件宽厚比也应考虑按塑性发展来加以限制，不过不需要象梁那样严格，因为柱即使出现了塑性铰，也不致于有较大转动，本条所规定的宽厚比就是这样考虑确定的，对 7 度设防地区比对 8 、 9 度设防地区更放宽一些。
第 6.3.5 条 本条式 (6.3.5) 的目的是在强大的地震作用下，使工字形截面柱和梁连接的节点域腹板不致失稳，以利于吸收地震能量。该式是美国加州规范提出的，由试验资料得来。节点域的抗剪强度需另行计算。式 (6.3.5) 也适用于箱型柱节点域。
第 6.3.6 条 柱长细比越大，其延性越差，所以地震区柱长细比不应太大。
第 6.3.7 条 参见第 6.1.7 条的条文说明。
第四节 中 心 支 撑
第 6.4.1 条 K 形支撑体系在地震作用下，可能因受压斜杆屈曲或受拉斜杆屈服，引起较大的侧向变形，使柱发生屈曲甚至造成倒塌，故不应在抗震结构中采用。
第 6.4.2 条 地震作用下支撑体系的滞回性能，主要取决于其受压行为，支撑长细比大者，滞回圈较小，吸收能量的能力较弱。本条考虑了美国加州规范规定抗震支撑长细比不大于，也注意到了日本关于高层建筑抗震支撑长细比应小于( 此处fy 以 t/cm2为单位 ) 的极严要求，根据支撑长细比小于左右时才能避免在反复拉压作用下承载力显著降低的研究结果，对不同设防烈度下的支撑最大长细比作了不同规定。
第 6.4.3 条 板件局部失稳影响支撑斜杆的承载力和消能能力，其宽厚比需要加以限制。有些试验资料表明，板件宽厚比取得比塑性设计要求更小一些，对支撑抗震有利。哈尔滨建筑大学试验研究也证明了这种看法，根据试验结果提出本条建议。
试验还表明，双角钢组合 T 形截面支撑斜杆绕截面对称轴失稳时，会因弯扭屈曲和单肢屈曲而使滞回性能下降，故不宜用于设防烈度大于等于 7 度的地区。
第 6.4.4 条 由于高层建筑在水平荷载下变形较大，常需考虑P-△效应。它是由两部分引起的，包括楼层安装初始倾斜率的影响和水平荷载下楼层侧移的影响，式 (6.4.4-1) 中的系数包括了初始倾斜率和其他不利因素的影响。
柱压缩变形对十字交叉斜杆产生的压缩力不可忽视，其情况和十字交叉缀条体系的格构柱类似，这一附加应力可由式 (6.4.4-2) 计算，人字形和 V 形支撑也因柱压缩变形而受压，附加压应力可按式 (6.4.4-3) 计算，但在楼层梁刚度不大的情况下，后者附加压应力没有十字交叉斜杆严重。该二式系参考 [ 原苏联 ]Ε.Ν.БeлHя著，颜景田译，《金属结构》 ( 哈尔滨：哈尔滨工业大学出版社， 1985) 及其他文献。
第 6.4.5 条 人字支撑斜杆受压屈曲后，使横梁产生较大变形，并使体系的抗剪能力发生较大退化。有鉴于此，将其地震作用引起的内力乘以放大系数 1.5 ，以提高斜撑的承载力，此系数按美国加州规范的规定采用。
第 6.4.6 条 在罕遇地震下斜杆反复受拉压，且屈曲后变形增长很大，转为受拉时变形不能完全拉直，这就造成再次受压时承载力降低，即出现退化现象，长细比越大，退化现象越严重，这种现象需要在计算支撑斜杆时予以考虑。式 (6.4.6) 是由美国加州规范的公式加以改写得出的，计算时仍以多遇地震为准。此式的η和中国建筑科学研究院工程抗震研究所编《抗震验算和构造措施》 ( 上、下册，北京： 1986) 钢压杆非弹性工作阶段综合折减系数是相当接近，见表 6.4.6 。
第 6.4.7 条 为了不加重人字支撑和 V 形支撑的负担，与这类支撑相连的楼盖横梁，应在相连节点处保持连续，在计算梁截面时不考虑斜撑起支点作用，按简支梁跨中受竖向集中荷载计算，这是参考美国加州规范提出的。