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高层民用建筑中，大跨度结构、悬挑结构、转换结构、连体结构的连接体的竖向地震作用标准值，不宜小于结构或构件承受的重力荷载代表值与表5.5.3规定的竖向地震作用系数的乘积。
表5.5.3 竖向地震作用系数
注：g为重力加速度。
5.5.3 高层民用建筑中的大跨度、悬挑、转换、连体结构的竖向地震作用大小与其所处的位置以及支承结构的刚度都有一定关系，因此对于跨度较大，所处位置较高的情况，建议采用本规程第5.5.1条、第5.5.2条的规定进行竖向地震作用计算，并且计算结果不宜小于本条规定。
为了简化计算，跨度或悬挑长度不大于本规程第5.5.2条规定的大跨结构和悬挑结构，可直接按本条规定的地震作用系数乘以相应的重力荷载代表值作为竖向地震作用标准值。
在竖向荷载、风荷载以及多遇地震作用下，高层民用建筑钢结构的内力和变形可采用弹性方法计算；罕遇地震作用下，高层民用建筑钢结构的弹塑性变形可采用弹塑性时程分析法或静力弹塑性分析法计算。
6.1.1 多遇地震作用下的内力和变形分析是对结构地震反应、截面承载力验算和变形验算最基本的要求。按现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的规定，建筑物当遭受不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，与此相应，结构在多遇地震作用下的反应分析的方法，截面抗震验算，以及层间弹性位移的验算，都是以线弹性理论为基础。因此，本条规定，当建筑结构进行多遇地震作用下的内力和变形分析时，可假定结构与构件处于弹性工作状态。
现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011同样也规定：当建筑物遭受高于本地区抗震设防烈度的罕遇地震影响时，不致倒塌或者发生危及生命的严重破坏。高层民用建筑钢结构抗侧力系统相对复杂，有可能发生应力集中和变形集中，严重时会导致重大的破坏甚至倒塌的危险，因此，本条也提出了弹塑性变形采用弹塑性分析方法的要求。
6.1.2 计算高层民用建筑钢结构的内力和变形时，可假定楼盖在其自身平面内为无限刚性，设计时应采取相应措施保证楼盖平面内的整体刚度。当楼盖可能产生较明显的面内变形时，计算时应采用楼盖平面内的实际刚度，考虑楼盖的面内变形的影响。
6.1.3 高层民用建筑钢结构弹性计算时，钢筋混凝土楼板与钢梁间有可靠连接，可计入钢筋混凝土楼板对钢梁刚度的增大作用，两侧有楼板的钢梁其惯性矩可取为1.5Ib，仅一侧有楼板的钢梁其惯性矩可取为1.2Ib，Ib为钢梁截面惯性矩。弹塑性计算时，不应考虑楼板对钢梁惯性矩的增大作用。
6.1.4 结构计算中不应计入非结构构件对结构承载力和刚度的有利作用。
6.1.2 一般情况下，可将楼盖视为平面内无限刚性，结构计算时取为刚性楼盖。根据楼板开洞等实际情况，确定结构计算时是否按弹性楼板计算。
6.1.3 钢筋混凝土楼板与钢梁连接可靠时，楼板可作为钢梁的翼缘，两者共同工作，计算钢梁截面的惯性矩时，可计入楼板的作用。大震时，楼板可能开裂，不计入楼板对钢梁刚度的增大作用。
计算各振型地震影响系数所采用的结构自振周期，应考虑非承重填充墙体的刚度影响予以折减。
6.1.5 大量工程实测周期表明：实际建筑物自振周期短于计算周期，为不使地震作用偏小，所以要考虑周期折减。对于高层民用建筑钢结构房屋非承重墙体宜采用填充轻质砌块，填充轻质墙板或外挂墙板。
6.1.6 当非承重墙体为填充轻质砌块、填充轻质墙板或外挂墙板时，自振周期折减系数可取0.9～1.0。
6.1.7 高层民用建筑钢结构的整体稳定性应符合下列规定：
1 框架结构应满足下式要求：
2 框架-支撑结构、框架-延性墙板结构、筒体结构和巨型框架结构应满足下式要求：
式中：Di——第i楼层的抗侧刚度(kN／mm)，可取该层剪力与层间位移的比值；
hi——第i楼层层高(mm)；
Gi、Gj——分别为第i、j楼层重力荷载设计值(kN)，取1.2倍的永久荷载标准值与1.4倍的楼面可变荷载标准值的组合值；
H——房屋高度(mm)；
EJd——结构一个主轴方向的弹性等效侧向刚度(kN·mm2)，可按倒三角形分布荷载作用下结构顶点位移相等的原则，将结构的侧向刚度折算为竖向悬臂受弯构件的等效侧向刚度。
6.1.7 本条用于控制重力P-△效应不超过20％，使结构的稳定具有适宜的安全储备。在水平力作用下，高层民用建筑钢结构的稳定应满足本条的规定，不应放松要求。如不满足本条的规定，应调整并增大结构的侧向刚度。
为了便于广大设计人员理解和应用，本条表达采用了行业标准《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3-2010第5.5.4条相同的形式。
6.2.1 高层民用建筑钢结构的弹性计算模型应根据结构的实际情况确定，应能较准确地反映结构的刚度和质量分布以及各结构构件的实际受力状况；可选择空间杆系、空间杆-墙板元及其他组合有限元等计算模型；延性墙板的计算模型，可按本规程附录B、附录C、附录D的有关规定执行。
6.2.2 高层民用建筑钢结构弹性分析时，应计入重力二阶效应的影响。
6.2.1 高层民用建筑钢结构是复杂的三维空间受力体系，计算分析时应根据结构实际情况，选取能较准确地反映结构中各构件的实际受力状况的力学模型。目前国内商品化的结构分析软件所采用的力学模型主要有：空间杆系模型、空间杆-墙板元模型以及其他组合有限元模型。
6.2.3 高层民用建筑钢结构弹性分析时，应考虑构件的下列变形：
1 梁的弯曲和扭转变形，必要时考虑轴向变形；
2 柱的弯曲、轴向、剪切和扭转变形；
3 支撑的弯曲、轴向和扭转变形；
4 延性墙板的剪切变形；
5 消能梁段的剪切变形和弯曲变形。
6.2.4 钢框架-支撑结构的支撑斜杆两端宜按铰接计算；当实际构造为刚接时，也可按刚接计算。
6.2.4 在钢结构设计中，支撑内力一般按两端铰接的计算简图求得，其端部连接的刚度则通过支撑构件的计算长度加以考虑。有弯矩时也应考虑弯矩对支撑的影响。
梁柱刚性连接的钢框架计入节点域剪切变形对侧移的影响时，可将节点域作为一个单独的剪切单元进行结构整体分析，也可按下列规定作近似计算：
1 对于箱形截面柱框架，可按结构轴线尺寸进行分析，但应将节点域作为刚域，梁柱刚域的总长度，可取柱截面宽度和梁截面高度的一半两者的较小值。
2 对于H形截面柱框架，可按结构轴线尺寸进行分析，不考虑刚域。
3 当结构弹性分析模型不能计算节点域的剪切变形时，可将框架分析得到的楼层最大层间位移角与该楼层柱下端的节点域在梁端弯矩设计值作用下的剪切变形角平均值相加，得到计入节点域剪切变形影响的楼层最大层间位移角。任一楼层节点域在梁端弯矩设计值作用下的剪切变形角平均值可按下式计算：
式中：θm——楼层节点域的剪切变形角平均值；
Mi——该楼层第i个节点域在所考虑的受弯平面内的不平衡弯矩(N·mm)，由框架分析得出，即Mi＝Mb1＋Mb2，Mb1、Mb2分别为受弯平面内该楼层第i个节点左、右梁端同方向的地震作用组合下的弯矩设计值；
n——该楼层的节点域总数；
G——钢材的剪切模量(N／mm2)；
Vp,i——第i个节点域的有效体积(mm2)，按本规程第7.3.6条的规定计算。
6.2.5 本条式(6.2.5)参考J.Struct.Eng，No.12，ASCE，1990，Tsai K.C.& Povop E.P.，Seismic Panel Zone Design Effects on Elastic story Drift of Steel Frame一文的方法计算，它忽略了框架分析时节点域刚度的影响，计算结果偏于安全。已在美国NEHRP抗震设计手册(第二版)采用。
6.2.6 钢框架-支撑结构、钢框架-延性墙板结构的框架部分按刚度分配计算得到的地震层剪力应乘以调整系数，达到不小于结构总地震剪力的25％和框架部分计算最大层剪力1.8倍二者的较小值。
6.2.7 体型复杂、结构布置复杂以及特别不规则的高层民用建筑钢结构，应采用至少两个不同力学模型的结构分析软件进行整体计算。对结构分析软件的分析结果，应进行分析判断，确认其合理、有效后方可作为工程设计的依据。
6.2.6 依据多道防线的概念设计，钢框架-支撑结构、钢框架-延性墙板结构体系中，支撑框架、带延性墙板的框架是第一道防线，在强烈地震中支撑和延性墙板先屈服，内力重分布使框架部分承担的地震剪力增大，二者之和大于弹性计算的总剪力。如果调整的结果框架部分承担的地震剪力不适当增大，则不是“双重抗侧力体系”，而是按刚度分配的结构体系。按美国IBC规范的要求，框架部分的剪力调整不小于结构总地震剪力的25％则可以认为是双重抗侧力体系了。
6.2.7 体型复杂、结构布置复杂以及特别不规则的高层民用建筑钢结构的受力情况复杂，采用至少两个不同力学模型的结构分析软件进行整体计算分析，可以相互比较和分析，以保证力学分析结果的可靠性。
在计算机软件广泛使用的条件下，除了要选择使用可靠的计算软件外，还应对计算结果从力学概念和工程经验等方面加以分析判断，确认其合理性和可靠性。
高层民用建筑钢结构进行弹塑性计算分析时，可根据实际工程情况采用静力或动力时程分析法，并应符合下列规定：
1 当采用结构抗震性能设计时，应根据本规程第3.8节的有关规定，预定结构的抗震性能目标；
2 结构弹塑性分析的计算模型应包括全部主要结构构件，应能较正确反映结构的质量、刚度和承载力的分布以及结构构件的弹塑性性能；
3 弹塑性分析宜采用空间计算模型。
6.3.1 对高层民用建筑钢结构进行弹塑性计算分析，可以研究结构的薄弱部位，验证结构的抗震性能，是目前应用越来越多的一种方法。
在进行结构弹塑性计算分析时，应根据工程的重要性、破坏后的危害性及修复的难易程度，设定结构的抗震性能目标。可按本规程第3.8节的有关规定执行。
建立结构弹塑性计算模型时，应包括主要结构构件，并反映结构的质量、刚度和承载力的分布以及结构构件的弹塑性性能。
建议弹塑性分析要采用空间计算模型。
高层民用建筑钢结构弹塑性分析时，应考虑构件的下列变形：
1 梁的弹塑性弯曲变形，柱在轴力和弯矩作用下的弹塑性变形，支撑的弹塑性轴向变形，延性墙板的弹塑性剪切变形，消能梁段的弹塑性剪切变形；
2 宜考虑梁柱节点域的弹塑性剪切变形；
3 采用消能减震设计时尚应考虑消能器的弹塑性变形，隔震结构尚应考虑隔震支座的弹塑性变形。
6.3.2 结构弹塑性分析主要的是薄弱层的弹塑性变形分析。本条规定了高层民用建筑钢结构构件主要弹塑性变形类型。
6.3.3 高层民用建筑钢结构弹塑性变形计算应符合下列规定：
1 房屋高度不超过100m时，可采用静力弹塑性分析方法；高度超过150m时，应采用弹塑性时程分析法；高度为100m～150m时，可视结构不规则程度选择静力弹塑性分析法或弹塑性时程分析法；高度超过300m时，应有两个独立的计算。
2 复杂结构应首先进行施工模拟分析，应以施工全过程完成后的状态作为弹塑性分析的初始状态。
3 结构构件上应作用重力荷载代表值，其效应应与水平地震作用产生的效应组合，分项系数可取1.0。
4 钢材强度可取屈服强度fy。
5 应计入重力荷载二阶效应的影响。
6.3.4 钢柱、钢梁、屈曲约束支撑及偏心支撑消能梁段恢复力模型的骨架线可采用二折线型，其滞回模型可不考虑刚度退化；钢支撑和延性墙板的恢复力模型，应按杆件特性确定。杆件的恢复力模型也可由试验研究确定。
6.3.3、6.3.4 结构材料的性能指标(如弹性模量、强度取值等)以及本构关系，与预定的结构或构件的抗震性能有密切关系，应根据实际情况合理选用。如钢材一般选用材料的屈服强度。
结构弹塑性变形往往比弹性变形大很多，考虑结构几何非线性进行计算是必要的，结果的可靠性也会因此有所提高。
结构材料的本构关系直接影响弹塑性分析结果，选择时应特别注意。
弹塑性计算结果还与分析软件的计算模型以及结构阻尼选取、构件破损程度衡量、有限元的划分有关，存在较多的人为因素和经验因素。因此，弹塑性计算分析首先要了解分析软件的适应性，选用适合于所设计工程的软件，然后对计算结果的合理性进行分析判断。工程设计中有时会遇到计算结果出现不合理或怪异现象，需要结构工程师与软件编制人员共同研究解决。
6.3.5 采用静力弹塑性分析法进行罕遇地震作用下的变形计算时，应符合下列规定：
1 可在结构的各主轴方向分别施加单向水平力进行静力弹塑性分析；
2 水平力可作用在各层楼盖的质心位置，可不考虑偶然偏心的影响；
3 结构的每个主轴方向宜采用不少于两种水平力沿高度分布模式，其中一种可与振型分解反应谱法得到的水平力沿高度分布模式相同；
4 采用能力谱法时，需求谱曲线可由现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的地震影响系数曲线得到，或由建筑场地的地震安全性评价提出的加速度反应谱曲线得到。
6.3.6 采用弹塑性时程分析法进行罕遇地震作用下的变形计算，应符合下列规定：
1 一般情况下，采用单向水平地震输入，在结构的各主轴方向分别输入地震加速度时程；对体型复杂或特别不规则的结构，宜采用双向水平地震或三向地震输入；
2 地震地面运动加速度时程的选取，时程分析所用地震加速度时程的最大值等，应符合本规程第5.3.3条的规定。
6.3.5 采用静力弹塑性分析方法时，可用能力谱法或其他有效的方法确定罕遇地震时结构层间弹塑性位移角，可取两种水平力沿高度分布模式得到的层间弹塑性位移角的较大值作为罕遇地震作用下该结构的层间弹塑性位移角。
6.4.1 持久设计状况和短暂设计状况下，当荷载与荷载效应按线性关系考虑时，荷载基本组合的效应设计值应按下式确定：
式中：Sd——荷载组合的效应设计值；
γG、γQ、γw——分别为永久荷载、楼面活荷载、风荷载的分项系数；
γL——考虑结构设计使用年限的荷载调整系数，设计使用年限为50年时取1.0，设计使用年限为100年时取1.1；
SGk、SQk、Swk——分别为永久荷载、楼面活荷载、风荷载效应标准值；
ψQ、ψw——分别为楼面活荷载组合值系数和风荷载组合值系数，当永久荷载效应起控制作用时应分别取0.7和0.0；当可变荷载效应起控制作用时应分别取1.0和0.6或0.7和1.0；对书库、档案库、储藏室、通风机房和电梯机房，楼面活荷载组合值系数取0.7的场合应取0.9。
6.4.2 持久设计状况和短暂设计状况下，荷载基本组合的分项系数应按下列规定采用：
1 永久荷载的分项系数γG：当其效应对结构承载力不利时，对由可变荷载效应控制的组合应取1.2，对由永久荷载效应控制的组合应取1.35；当其效应对结构承载力有利时，应取1.0。
2 楼面活荷载的分项系数γQ：一般情况下应取1.4。
3 风荷载的分项系数γw应取1.4。
6.4.3 地震设计状况下，当作用与作用效应按线性关系考虑时，荷载和地震作用基本组合的效应设计值，应按下式确定：
式中：Sd——荷载和地震作用基本组合的效应设计值；
SGE——重力荷载代表值的效应；
SEhk——水平地震作用标准值的效应，尚应乘以相应的增大系数、调整系数；
SEvk——竖向地震作用标准值的效应，尚应乘以相应的增大系数、调整系数；
γG、γEh、γEv、γw——分别为上述各相应荷载或作用的分项系数；
ψw——风荷载的组合值系数，应取0.2。
6.4.4 地震设计状况下，荷载和地震作用基本组合的分项系数应按表6.4.4采用。当重力荷载效应对结构的承载力有利时，表6.4.4中的γG不应大于1.0。
表6.4.4 地震设计状况时荷载和地震作用基本组合的分项系数
6.4.1～6.4.4 本节是高层民用建筑承载能力极限状态设计时作用组合效应的基本要求，主要根据现行国家标准《工程结构可靠性设计统一标准》GB 50153以及《建筑结构荷载规范》GB 50009、《建筑抗震设计规范》GB 50011的有关规定制订。①增加了考虑设计使用年限的可变荷载(楼面活荷载)调整系数；②仅规定了持久、短暂设计状况下以及地震设计状况下，作用基本组合时的作用效应设计值的计算公式，对偶然作用组合、标准组合不做强制性规定。有关结构侧向位移的规定见本规程第3.5.2条；③明确了本节规定不适用于作用和作用效应呈非线性关系的情况；④表6.4.4中增加了7度(0.15g)时，也要考虑水平地震、竖向地震作用同时参与组合的情况；⑤对水平长悬臂结构和大跨度结构，表6.4.4增加了竖向地震作用为主要可变作用的组合工况。
第6.4.1条和6.4.3条均适用于作用和作用效应呈线性关系的情况。如果结构上的作用和作用效应不能以线性关系表达，则作用组合的效应应符合现行国家标准《工程结构可靠性设计统一标准》GB 50153的规定。
持久设计状况和短暂设计状况作用基本组合的效应，当永久荷载效应起控制作用时，永久荷载分项系数取1.35，此时参与组合的可变作用(如楼面活荷载、风荷载等)应考虑相应的组合值系数；持久设计状况和短暂设计状况的作用基本组合的效应，当可变荷载效应起控制作用(永久荷载分项系数取1.2)的组合，如风荷载作为主要可变荷载、楼面活荷载作为次要可变荷载时，其组合值系数分别取1.0和0.7；对车库、档案库、储藏室、通风机房和电梯机房等楼面活荷载较大且相对固定的情况，其楼面活荷载组合系数应由0.7改为0.9；持久设计状况和短暂设计状况的作用基本组合的效应，当楼面活荷载作为主要可变荷载、风荷载作为次要可变荷载时，其组合值系数分别取1.0和0.6。
结构设计使用年限为100年时，本条式(6.4.1)中参与组合的风荷载效应应按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009规定的100年重现期的风压值计算；当高层民用建筑对风荷载比较敏感时，风荷载效应计算尚应符合本规程第5.2.4条的规定。
地震设计状况作用基本组合的效应，当本规程有规定时，地震作用效应标准值应首先乘以相应的调整系数、增大系数，然后再进行效应组合。如薄弱层剪力增大、楼层最小地震剪力系数调整、转换构件地震内力放大、钢框架-支撑结构和钢框架-延性墙板结构有关地震剪力调整等。
7度(0.15g)和8、9度抗震设计的大跨度结构、长悬臂结构应考虑竖向地震作用的影响，如高层民用建筑的大跨度转换构件、连体结构的连接体等。
关于不同设计状况的定义以及作用的标准组合、偶然组合的有关规定，可参照现行国家标准《工程结构可靠性设计统一标准》GB 50153。
6.4.5 非抗震设计时，应按本规程第6.4.1条的规定进行荷载组合的效应计算。抗震设计时，应同时按本规程第6.4.1条和第6.4.3条的规定进行荷载和地震作用组合的效应计算；按本规程第6.4.3条计算的组合内力设计值，尚应按本规程的有关规定进行调整。
6.4.6 罕遇地震作用下高层民用建筑钢结构弹塑性变形计算时，可不计入风荷载的效应。
6.4.6 一般情况下，可不考虑风荷载与罕遇地震作用的组合效应。
梁的抗弯强度应满足下式要求：
中：Mx——梁对x轴的弯矩设计值(N·mm)；
Wnx——梁对x轴的净截面模量(mm3)；
γx——截面塑性发展系数，非抗震设计时按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的规定采用，抗震设计时宜取1.0；
f——钢材强度设计值(N／mm2)，抗震设计时应按本规程第3.6.1条的规定除以γRE。
7.1.1 高层民用建筑钢结构除在预估的罕遇地震作用下出现一系列塑性铰外，在多遇地震作用下应保证不损坏。现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017对一般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γx，但对直接承受动荷载的梁，取γx＝1。基于上述原因，抗震设计时的梁取γx＝1.0。
在竖向荷载作用下，梁的弯矩取节点弯矩；在水平荷载作用下，梁的弯矩取柱面弯矩。
除设置刚性隔板情况外，梁的稳定应满足下式要求：
式中：Wx——梁的毛截面模量(mm3)(单轴对称者以受压翼缘为准)；
φb——梁的整体稳定系数，应按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的规定确定。当梁在端部仅以腹板与柱(或主梁)相连时，φb(或φb＞0.6时的φ′b)应乘以降低系数0.85；
f——钢材强度设计值(N／mm2)，抗震设计时应按本规程第3.6.1条的规定除以γRE。
7.1.2 支座处仅以腹板与柱(或主梁)相连的梁，由于梁端截面不能保证完全没有扭转，故在验算整体稳定时，φb应乘以0.85的降低系数。
7.1.3 当梁上设有符合现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017中规定的整体式楼板时，可不计算梁的整体稳定性。
7.1.4 梁设有侧向支撑体系，并符合现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017规定的受压翼缘自由长度与其宽度之比的限值时，可不计算整体稳定。按三级及以上抗震等级设计的高层民用建筑钢结构，梁受压翼缘在支撑连接点间的长度与其宽度之比，应符合现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017关于塑性设计时的长细比要求。在罕遇地震作用下可能出现塑性铰处，梁的上下翼缘均应设侧向支撑点。
7.1.3、7.1.4 梁的整体稳定性一般由刚性隔板或侧向支撑体系来保证，当有压型钢板现浇钢筋混凝土楼板或现浇钢筋混凝土楼板在梁的受压翼缘上并与其牢固连接，能阻止受压翼缘的侧向位移时，梁不会丧失整体稳定，不必计算其整体稳定性。在梁的受压翼缘上仅铺设压型钢板，当有充分依据时方可不计算梁的整体稳定性。
框架梁在预估的罕遇地震作用下，在可能出现塑性铰的截面(为梁端和集中力作用处)附近均应设置侧向支撑(隅撑)，由于地震作用方向变化，塑性铰弯矩的方向也变化，故要求梁的上下翼缘均应设支撑。如梁上翼缘整体稳定性有保证，可仅在下翼缘设支撑。
7.1.5 在主平面内受弯的实腹构件，其抗剪强度应按下式计算：
式中：V——计算截面沿腹板平面作用的剪力设计值(N)；
S——计算剪应力处以上毛截面对中性轴的面积矩(mm3)；
I——毛截面惯性矩(mm4)；
tw——腹板厚度(mm)；
Awn——扣除焊接孔和螺栓孔后的腹板受剪面积(mm2)；
fv——钢材抗剪强度设计值(N／mm2)，抗震设计时应按本规程第3.6.1条的规定除以γRE。
7.1.6 当在多遇地震组合下进行构件承载力计算时，托柱梁地震作用产生的内力应乘以增大系数，增大系数不得小于1.5。
7.1.5 本条按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017规定，补充了框架梁端部截面的抗剪强度计算公式。
7.1.6 托柱梁的地震作用产生的内力应乘以增大系数是考虑地震倾覆力矩对传力不连续部位的增值效应，以保证转换构件的设计安全度并具有良好的抗震性能。
7.2.1 轴心受压柱的稳定性应满足下式要求：
式中：N——轴心压力设计值(N)；
A——柱的毛截面面积(mm2)；
φ——轴心受压构件稳定系数，应按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的规定采用；
f——钢材强度设计值(N／mm2)，抗震设计时应按本规程第3.6.1条的规定除以γRE。
7.2.2 轴心受压柱的长细比不宜大于120，fy为钢材的屈服强度。
7.2.1、7.2.2 轴心受压柱一般为两端铰接，不参与抵抗侧向力的柱。
与梁刚性连接并参与承受水平作用的框架柱，应按本规程第6章的规定计算内力，并应按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的有关规定及本节的规定计算其强度和稳定性。
7.3.1 框架柱的强度和稳定，依本规程第6章计算得到的内力，按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的有关规定和本节的各项规定计算。
框架柱的稳定计算应符合下列规定：
1 结构内力分析可采用一阶线弹性分析或二阶线弹性分析。当二阶效应系数大于0.1时，宜采用二阶线弹性分析。二阶效应系数不应大于0.2。框架结构的二阶效应系数应按下式确定：
式中：∑N——所考虑楼层以上所有竖向荷载之和(kN)，按荷载设计值计算；
∑H——所考虑楼层的总水平力(kN)，按荷载的设计值计算；
△u——所考虑楼层的层间位移(m)；
hi——第i楼层的层高(m)。
2 当采用二阶线弹性分析时，应在各楼层的楼盖处加上假想水平力，此时框架柱的计算长度系数取1.0。
1)假想水平力Hni应按下式确定：
式中：Qi——第i楼层的总重力荷载设计值(kN)；
n——框架总层数，当＞1时，取此根号值为1.0。
2)内力采用放大系数法近似考虑二阶效应时，允许采用叠加原理进行内力组合。放大系数的计算应采用下列荷载组合下的重力：
式中：G——为永久荷载；
L——为活荷载；
ψ——为活荷载的准永久值系数。
3 当采用一阶线弹性分析时，框架结构柱的计算长度系数应符合下列规定：
1)框架柱的计算长度系数可按下式确定：
式中：K1、K2——分别为交于柱上、下端的横梁线刚度之和与柱线刚度之和的比值。当梁的远端铰接时，梁的线刚度应乘以0.5；当梁的远端固接时，梁的线刚度应乘以2／3；当梁近端与柱铰接时，梁的线刚度为零。
2)对底层框架柱：当柱下端铰接且具有明确转动可能时，K2＝0；柱下端采用平板式铰支座时，K2＝0.1；柱下端刚接时，K2＝10。
3)当与柱刚接的横梁承受的轴力很大时，横梁线刚度应乘以按下列公式计算的折减系数。
式中：α——横梁线刚度折减系数；
Nb——横梁承受的轴力(N)；
Ib——横梁的截面惯性矩(mm4)；
lb——横梁的长度(mm)。
4)框架结构当设有摇摆柱时，由式(7.3.2-4)计算得到的计算长度系数应乘以按下式计算的放大系数，摇摆柱本身的计算长度系数可取1.0。
式中：η——摇摆柱计算长度放大系数；
∑Pk——为本层所有摇摆柱的轴力之和(kN)；
∑Nj——为本层所有框架柱的轴力之和(kN)。
4 支撑框架采用线性分析设计时，框架柱的计算长度系数应符合下列规定：
1)当不考虑支撑对框架稳定的支承作用，框架柱的计算长度按式(7.3.2-4)计算；
2)当框架柱的计算长度系数取1.0，或取无侧移失稳对应的计算长度系数时，应保证支撑能对框架的侧向稳定提供支承作用，支撑构件的应力比ρ应满足下式要求。
式中：θi——所考虑柱在第i楼层的二阶效应系数。
5 当框架按无侧移失稳模式设计时，应符合下列规定：
1)框架柱的计算长度系数可按下式确定：
式中：K1、K2——分别为交于柱上、下端的横梁线刚度之和与柱线刚度之和的比值。当梁的远端铰接时，梁的线刚度应乘以1.5；当梁的远端固接时，梁的线刚度应乘以2；当梁近端与柱铰接时，梁的线刚度为零。
2)对底层框架柱：当柱下端铰接且具有明确转动可能时，K2＝0；柱下端采用平板式铰支座时，K2＝0.1；柱下端刚接时，K2＝10。
3)当与柱刚接的横梁承受的轴力很大时，横梁线刚度应乘以折减系数。当横梁远端与柱刚接和横梁远端铰接时，折减系数应按本规程式(7.3.2-5)和式(7.3.2-6)计算：当横梁远端嵌固时，折减系数应按本规程式(7.3.2-7)计算。
7.3.2 框架柱的稳定计算应符合下列规定：
1 高层民用建筑钢结构，根据抗侧力构件在水平力作用下变形的形态，可分为剪切型(框架结构)、弯曲形(例如高跨比6以上的支撑架)和弯剪型；式(7.3.2-1)只适用于剪切型结构，弯剪型和弯曲型计算公式复杂，采用计算机分析更加方便。
2 现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017对二阶分析时的假想荷载引入钢材强度影响系数αy，对强度等级较高的钢材取较大值，若取αy等于，与《钢结构设计规范》GB 50017-2003规定给出的该系数值基本一致，仅稍大，可使假想水平力表达式简化。
二阶分析法叠加原理严格说来是不适用的，荷载必须先组合才能够进行分析，且工况较多。但考虑到实际工程的二阶效应不大，可近似采用叠加原理。这里规定了对二阶效应采用线性组合时，内力应乘以放大系数，其数值取自式(7.3.2-3)规定的重力荷载组合产生的二阶效应系数。对侧移对应的弯矩进行反施，这个放大系数也应施加于侧移对应的支撑架柱子的轴力上。
3 式(7.3.2-4)的计算长度系数是对框架稳定理论的有侧移失稳的七杆模型的解的拟合，最大误差约1.5％。
当一个结构中存在只承受竖向荷载，不参与抵抗水平力的柱子时，其余柱子的计算长度系数就应按照式(7.3.2-9)放大。这个放大，不仅包括框架柱，也适用于构成支撑架一部分的柱子的计算长度系数。
4 框架-支撑(含延性墙板)结构体系，存在两种相互作用，第1种是线性的，在内力分析的层面上得到自动的考虑，第2种是稳定性方面的，例如一个没有承受水平力的结构，其中框架部分发生失稳，必然带动支撑架一起失稳，或者在当支撑架足够刚强时，框架首先发生无侧移失稳。
水平力使支撑受拉屈服，则它不再有刚度为框架提供稳定性方面的支持，此时框架柱的稳定性，按无支撑框架考虑。
但是，如果希望支撑架对框架提供稳定性支持，则对支撑架的要求就是两个方面的叠加：既要承担水平力，还要承担对框架柱提供支撑，使框架柱的承载力从有侧移失稳的承载力增加到无侧移失稳的承载力。
研究表明，这两种要求是叠加的，用公式表达是
式中：Qi——第i层承受的总水平力(kN)；
Qiy——第i层支撑能够承受的总水平力(kN)；
Si——支撑架在第i层的层抗侧刚度(kN／mm)；
Sith——为使框架柱从有侧移失稳转化为无侧移失稳所需要的支撑架的最小刚度(kN／mm)；
Njb——框架柱按照无侧移失稳的计算长度系数决定的压杆承载力(kN)；
Nju——框架柱按照有侧移失稳的计算长度系数决定的压杆承载力(kN)；
hi——所计算楼层的层高(mm)；
m——本层的柱子数量，含摇摆柱。
《钢结构设计规范》GB 50017-2003采用了表达式Sb≥3(1.2∑Nbi—∑N0i)，其中，侧移刚度Sb是产生单位侧移倾角的水平力。当改用单位位移的水平力表示时，应除以所计算楼层高度hi，因此采用(2)式。
为了方便应用，式(2)进行如下简化：
对弯曲型支撑架，也有类似于式(1)的公式，因此式(7.3.2-10)适用于任何的支撑架。但是对应弯曲型支撑架，从底部到顶部应采用统一的二阶效应系数，除非结构立面分段(缩进)，可以取各段的最大的二阶效应系数。
应力比不满足式(7.3.2-10)，但是离1.0还有距离，则支撑架对框架仍有一定的支撑作用，此时框架柱的计算长度系数，可以参考有关稳定理论著作计算。
满足式(7.3.2-10)的情况下，框架柱可以按无侧移失稳的模式决定计算长度系数。
5 式(7.3.2-11)早在20世纪40年代即已提出，与稳定理论的七杆模型的精确结果比较，最大误差仅1％。
钢框架柱的抗震承载力验算，应符合下列规定：
1 除下列情况之一外，节点左右梁端和上下柱端的全塑性承载力应满足式(7.3.3-1)、式(7.3.3-2)的要求：
1)柱所在楼层的受剪承载力比相邻上一层的受剪承载力高出25％；
2)柱轴压比不超过0.4；
3)柱轴力符合N2≤φAcf时(N2为2倍地震作用下的组合轴力设计值)；
4)与支撑斜杆相连的节点。
2 等截面梁与柱连接时：
3 梁端加强型连接或骨式连接的端部变截面梁与柱连接时：
式中：Wpc、Wpb——分别为计算平面内交汇于节点的柱和梁的塑性截面模量(mm3)；
Wpb1——梁塑性铰所在截面的梁塑性截面模量(mm3)；
fyc、fyb——分别为柱和梁钢材的屈服强度(N／mm2)；
N——按设计地震作用组合得出的柱轴力设计值(N)；
Ac——框架柱的截面面积(mm2)；
η——强柱系数，一级取1.15，二级取1.10，三级取1.05，四级取1.0；
Mv——梁塑性铰剪力对梁端产生的附加弯矩(N·mm)，Mv＝Vpb·x；
Vpb——梁塑性铰剪力(N)；
x——塑性铰至柱面的距离(mm)，塑性铰可取梁端部变截面翼缘的最小处。骨式连接取(0.5～0.75)bf＋(0.30～0.45)hb，bf和hb分别为梁翼缘宽度和梁截面高度。梁端加强型连接可取加强板的长度加四分之一梁高。如有试验依据时，也可按试验取值。
7.3.3 可不验算强柱弱梁的条件之第1款第3)项，系根据陈绍蕃教授的建议进行更正；是将小震地震力加倍得出的内力设计值，而非01抗规就是2倍地震力产生的轴力。参考美国规定增加了梁端塑性铰外移的强柱弱梁验算公式。骨式连接的塑性铰至柱面的距离，参考FEMA350的规定采用；梁端加强型连接可取加强板的长度加四分之一梁高。强柱系数建议以7度(0.10g)作为低烈度区分界，大致相当于AISC的C级，按AISC抗震规程，等级B、C是低烈度区，可不执行该标准规定的抗震构造措施。强柱系数实际上已包含系数1.15，参见本规程第8.1.5条式(8.1.5-2)。
框筒结构柱应满足下式要求：
式中：Nc——框筒结构柱在地震作用组合下的最大轴向压力设计值(N)；
Ac——框筒结构柱截面面积(mm2)；
f——框筒结构柱钢材的强度设计值(N／mm2)；
β——系数，一、二、三级时取0.75，四级时取0.80。
7.3.4 一般框筒结构柱不需要满足强柱弱梁的要求，所以对于框筒结构柱要求符合本条轴压比要求，参考日本做法而提出的。轴压比系数的规定按下式计算得到：
与结构的延性设计综合考虑，本条偏于安全的规定系数β：一、二、三级时取0.75，四级时取0.80。
节点域的抗剪承载力应满足下式要求：
式中：Mb1、Mb2——分别为节点域左、右梁端作用的弯矩设计值(kN·m)；
Vp——节点域的有效体积，可按本规程第7.3.6条的规定计算。
7.3.5 柱与梁连接的节点域，应按本条规定验算其抗剪承载力。
式中Vc1和Vc2分别为上下柱传来的剪力，节点域高度和宽度hc1和hc2分别取梁翼缘中心间距离。
在工程设计中为了简化计算通常略去式中第二项，计算表明，这样使所得剪应力偏高20％～30％，所以将式(7.3.5)右侧抗剪强度设计值提高三分之一来代替。试验表明，节点域的实际抗剪屈服强度因边缘构件的存在而有较大提高。
节点域的有效体积可按下列公式确定：
式中：hb1——梁翼缘中心间的距离(mm)；
hc1——工字形截面柱翼缘中心间的距离、箱形截面壁板中心间的距离和圆管截面柱管壁中线的直径(mm)；
tp——柱腹板和节点域补强板厚度之和，或局部加厚时的节点域厚度(mm)，箱形柱为一块腹板的厚度(mm)，圆管柱为壁厚(mm)；
tf——柱的翼缘厚度(mm)；
b——柱的翼缘宽度(mm)。
图7.3.6 十字形柱的节点域体积
7.3.6 本次修订补充了圆管柱和十字形截面柱节点域有效体积Vp的计算公式。对于边长不等的矩形箱形柱，其有效节点域体积可参阅有关文献。
柱与梁连接处，在梁上下翼缘对应位置应设置柱的水平加劲肋或隔板。加劲肋(隔板)与柱翼缘所包围的节点域的稳定性，应满足下式要求：
式中：tp——柱节点域的腹板厚度(mm)，箱形柱时为一块腹板的厚度(mm)；
h0b、h0c——分别为梁腹板、柱腹板的高度(mm)。
7.3.7 日本规定节点板域尺寸自梁柱翼缘中心线算起，AISC的节点域稳定公式规定自翼缘内侧算起，为了统一起见，拟取自翼缘中心线算起。美国节点板域稳定公式为高度和宽度之和除以90，历次修订此式未变；我国同济大学和哈工大做过试验，结果都是1／70，考虑到试件板厚有一定限制，过去对高层用1／90，对多层用1／70。板的初始缺陷对平面内稳定影响较大，特别是板厚有限制时，一次试验也难以得出可靠结果。考虑到该式一般不控制，这次修订统一采用1／90。
抗震设计时节点域的屈服承载力应满足下式要求，当不满足时应进行补强或局部改用较厚柱腹板。
式中：ψ——折减系数，三、四级时取0.75，一、二级时取0.85；
Mpb1、Mpb2——分别为节点域两侧梁段截面的全塑性受弯承载力(N·mm)；
fyv——钢材的屈服抗剪强度，取钢材屈服强度的0.58倍。
7.3.8 对于抗震设计的高层民用建筑钢结构，节点域应按本条规定验算在预估的罕遇地震作用下的屈服承载力。在抗震设计的结构中，若节点域太厚，将使其不能吸收地震能量。若太薄，又使钢框架的水平位移过大。根据日本的研究，使节点域的屈服承载力为框架梁屈服承载力的(0.7～1.0)倍是适合的。但考虑到日本第一阶段相当于我国8度，结合我国实际，为避免由此引起节点域过厚导致多用钢材，本次修订保留了折减系数ψ，只是将98规程的折减系数适当提高，同时将按设防烈度划分改为按抗震等级划分，故三、四级时ψ取0.75，一、二级时ψ取0.85。
框架柱的长细比，一级不应大于60，二级不应大于70，三级不应大于80，四级及非抗震设计不应大于100。
7.3.9 框架柱的长细比关系到钢结构的整体稳定。研究表明，钢结构高度加大时，轴力加大，竖向地震对框架柱的影响很大。本条规定比现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的规定严格。
进行多遇地震作用下构件承载力计算时，钢结构转换构件下的钢框架柱，地震作用产生的内力应乘以增大系数，其值可采用1.5。
7.4.1 钢框架梁、柱板件宽厚比限值，应符合表7.4.1的规定。
表7.4.1 钢框架梁、柱板件宽厚比限值
7.4.2 非抗侧力构件的板件宽厚比应按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017的有关规定执行。
7.4.1 本条所列限值是参考了ANSI／AISC341-10对主要抗侧力体系的受压板件宽厚比限值以及日本2004年提出的规定拟定的。
钢框架梁板件宽厚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。所以按不同的抗震等级划分了不同的要求。梁腹板宽厚比还要考虑轴压力的影响。
按照强柱弱梁的要求，钢框架柱一般不会出现塑性铰，但是考虑材料性能变异，截面尺寸偏差以及一般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，不过不需要像梁那样严格。所以本条也按照不同的抗震等级划分了不同的要求。
高层民用建筑钢结构的中心支撑宜采用：十字交叉斜杆(图7.5.1-1a)，单斜杆(图7.5.1-1b)，人字形斜杆(图7.5.1-1c)或V形斜杆体系。中心支撑斜杆的轴线应交汇于框架梁柱的轴线上。抗震设计的结构不得采用K形斜杆体系(图7.5.1-1d)。当采用只能受拉的单斜杆体系时，应同时设不同倾斜方向的两组单斜杆(图7.5.1-2)，且每层不同方向单斜杆的截面面积在水平方向的投影面积之差不得大于10％。
7.5.1 本条是高层民用建筑钢结构中的中心支撑布置的原则规定。
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。
中心支撑斜杆的长细比，按压杆设计时，不应大于120，一、二、三级中心支撑斜杆不得采用拉杆设计，非抗震设计和四级采用拉杆设计时，其长细比不应大于180。
7.5.2 国内外的研究均表明，支撑杆件的低周疲劳寿命与其长细比成正相关，而与其板件的宽厚比成负相关。为了防止支撑过早断裂，适当放松对按压杆设计的支撑杆件长细比的控制是合理的。欧洲EC8对相当于Q235钢制成的支撑长细比的限值为190左右；美国ANSI／AISC341-10规定：对普通中心支撑框架(OCBF)相当于Q235钢支撑长细比的限值为120，而对于延性中心支撑框架(SCBF)，不管何钢种的支撑长细比限值均为200。考虑到本规程没有“普通”和“延性”之分，因此作出了“杆件的长细比不应大于120……”的规定。
中心支撑斜杆的板件宽厚比，不应大于表7.5.3规定的限值。
表7.5.3 钢结构中心支撑板件宽厚比限值
注：表中数值适用于Q235钢，采用其他牌号钢材应乘以，圆管应乘以235／fy。
7.5.3 在罕遇地震作用下，支撑杆件要经受较大的弹塑性拉压变形，为了防止过早地在塑性状态下发生板件的局部屈曲，引起低周疲劳破坏，国内外的有关研究表明，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。哈尔滨工业大学试验研究也证明了这种看法。
本条关于板件宽厚比的限值是根据我国研究并参考国外相关规范拟定的。
还有试验表明，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，故不宜用于一、二、三级抗震等级的斜杆。
7.5.4 支撑斜杆宜采用双轴对称截面。当采用单轴对称截面时，应采取防止绕对称轴屈曲的构造措施。
7.5.5 在多遇地震效应组合作用下，支撑斜杆的受压承载力应满足下式要求：
式中：N——支撑斜杆的轴压力设计值(N)；
Abr——支撑斜杆的毛截面面积(mm2)；
φ——按支撑长细比λ确定的轴心受压构件稳定系数，按现行国家标准《钢结构设计规范》GB 50017确定；
ψ——受循环荷载时的强度降低系数；
λ、λn——支撑斜杆的长细比和正则化长细比；
E——支撑杆件钢材的弹性模量(N／mm2)；
f、fy——支撑斜杆钢材的抗压强度设计值(N／mm2)和屈服强度(N／mm2)；
γRE——中心支撑屈曲稳定承载力抗震调整系数，按本规程第3.6.1条采用。
7.5.5 在预估的罕遇地震作用下斜杆反复受拉压，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(7.5.5-1)是由国外规范公式加以改写得出的，计算时仍以多遇地震作用为准。
人字形和V形支撑框架应符合下列规定：
1 与支撑相交的横梁，在柱间应保持连续。
2 在确定支撑跨的横梁截面时，不应考虑支撑在跨中的支承作用。横梁除应承受大小等于重力荷载代表值的竖向荷载外，尚应承受跨中节点处两根支撑斜杆分别受拉屈服、受压屈曲所引起的不平衡竖向分力和水平分力的作用。在该不平衡力中，支撑的受压屈曲承载力和受拉屈服承载力应分别按0.3φAfy及Afy计算。为了减小竖向不平衡力引起的梁截面过大，可采用跨层X形支撑(图7.5.6a)或采用拉链柱(图7.5.6b)。
图7.5.6 人字支撑的加强
1-拉链柱
3 在支撑与横梁相交处，梁的上下翼缘应设置侧向支承，该支承应设计成能承受在数值上等于0.02倍的相应翼缘承载力fybftf的侧向力的作用，fy、bf、tf分别为钢材的屈服强度、翼缘板的宽度和厚度。当梁上为组合楼盖时，梁的上翼缘可不必验算。
7.5.6 国内外的试验和分析研究均表明，在罕遇地震作用下，人字形和V形支撑框架中的成对支撑会交替经历受拉屈服和受压屈曲的循环作用，反复的整体屈曲，使支撑杆的受压承载力降低到初始稳定临界力的30％左右，而相邻的支撑受拉仍能接近屈服承载力，在横梁中产生不平衡的竖向分力和水平力的作用，梁应按压弯构件设计。显然支撑截面越大，该不平衡力也越大，将使梁截面增大很多，因此取消了98规程中关于该形支撑的设计内力应乘以增大系数1.5的规定，并引入了跨层X形支撑和拉链柱的概念，以便进一步减少支撑跨梁的用钢量。
顶层和出屋面房间的梁可不执行此条。
7.5.7 当中心支撑构件为填板连接的组合截面时，填板的间距应均匀，每一构件中填板数不得少于2块。且应符合下列规定：
1 当支撑屈曲后会在填板的连接处产生剪力时，两填板之间单肢杆件的长细比不应大于组合支撑杆件控制长细比的0.4倍。填板连接处的总受剪承载力设计值至少应等于单肢杆件的受拉承载力设计值。
2 当支撑屈曲后不在填板连接处产生剪力时，两填板之间单肢杆件的长细比不应大于组合支撑杆件控制长细比的0.75倍。
7.5.8 一、二、三级抗震等级的钢结构，可采用带有耗能装置的中心支撑体系。支撑斜杆的承载力应为耗能装置滑动或屈服时承载力的1.5倍。
偏心支撑框架中的支撑斜杆，应至少有一端与梁连接，并在支撑与梁交点和柱之间或支撑同一跨内另一支撑与梁交点之间形成消能梁段(图7.6.1)。超过50m的钢结构采用偏心支撑框架时，顶层可采用中心支撑。
图7.6.1 偏心支撑框架立面图
1-消能梁段
7.6.1 偏心支撑框架的每根支撑，至少应有一端交在梁上，而不是交在梁与柱的交点或相对方向的另一支撑节点上。这样，在支撑与柱之间或支撑与支撑之间，有一段梁，称为消能梁段。消能梁段是偏心支撑框架的“保险丝”，在大震作用下通过消能梁段的非弹性变形耗能，而支撑不屈曲。因此，每根支撑至少一端必须与消能梁段连接。
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