《钢结构设计标准》

4.3.6 根据工程调研和独立试验实测数据，国产建筑钢材Q235～Q460钢的屈强比标准值都小于0.83，伸长率都大于20％，故均可采用。塑性区不宜采用屈服强度过高的钢材。

4.3.7 本条对无加劲的直接焊接的相贯节点部位钢管提出材料使用上的注意点。无加劲钢管的主要破坏模式之一是贯通钢管管壁局部弯曲导致的塑性破坏，若无一定的塑性性能保证，相关的计算方法并不适用。因目前国内外在钢管节点的试验研究中，其钢材的屈服强度仅限于355N/mm2及其以下，屈强比均不大于0.8。而对于Q420和Q460级钢材，在钢管节点中试验研究和工程中应用尚少，参照欧洲钢结构设计规范EC3：Design of?steel structures(EN 1993-1-8)第7章的规定，可按本标准给出的公式计算节点静力承载力，然后乘以0.9的折减系数。对我国的Q390级钢，难以找到国外强度级别与其对应的钢材，其静力承载力折减系数可按相关工程设计经验确定(或近似取0.95)。根据欧洲钢结构设计规范EC3：Design?of steel structures的规定，主管管壁厚度不应超过25mm，除非采取措施能充分保证钢板厚度方向的性能。当主管壁厚超过25mm时，管节点施焊时应采取焊前预热等措施降低焊接残余应力，防止出现层状撕裂，或采用具有厚度方向性能要求的Z向钢。
此外，由于兼顾外观尺寸和承载强度两者的需求，将遇到不得不采用径厚比为10左右的钢管的情况。如果采用非轧制厚壁钢管，则必须确认有可行、可靠的加工工艺，不会因之造成成型钢管的材质劣化。
钢管结构中对钢材性能的要求是基于最终成品(钢管及方矩管)，而不是基于母材的性能，对冷成型的钢管(如方矩管的弯角处)，其性能的变化设计者应予以重视，特别是用于抗震或者直接承受疲劳荷载的管节点，对钢管成品的材料性能应作出规定。
钢管结构中的钢管主要承受轴力，因此成品钢管材料的轴向性能必须得到保证。钢板的性能与轧制方向有关，一般塑性和冲击韧性沿轧制方向的性能指标较高，平行于轧制方向的冲击韧性要比横向高5％～10％，因此在卷制或压制钢管时，应优先选取卷曲方向与轧制方向垂直，以保证成品钢管轴向的强度、塑性和冲击韧性均能满足设计要求。当卷曲方向与轧制方向相同时，宜附加要求钢板横向冲击韧性的合格保证。
钢管按照成型方法不同可分为热轧无缝钢管和冷弯焊接钢管，热轧钢管又分为热挤压和热扩两种；冷弯圆管则分为冷卷制与冷压制两种；而冷弯矩形管也有圆变方与直接成方两种。不同的成型方法会对管材产品的性能有不同的影响，热轧无缝钢管和最终热成型钢管残余应力小，在轴心受压构件的截面分类中属于a类；冷弯焊接钢管品种规格范围广，但是其残余应力大，在轴心受压构件的截面分类中属于b类。
对冷成型钢管的径厚比及成型工艺的限制，是要避免冷成型后钢材塑性及韧性过度降低，保证冷成型后圆管、方矩管的材料质量等级(塑性和冲击韧性)。在条件许可时，设计可要求冷成型后再进行热处理。冷成型钢管选材宜采用同强度级GJ钢或高一质量等级的碳素结构钢、低合金结构钢作为原材。

4.3.8 与常用结构钢材相匹配的焊接材料可按表5的规定选用。
表5 常用钢材的焊接材料选用匹配推荐表

注：1 表中X为对应焊材标准中的焊材类别；
2 当所焊接头的板厚大于或等于25mm时，宜采用低氢型焊接材料；
3 被焊母材有冲击要求时，熔敷金属的冲击功不应低于母材的规定。

4.4.1 本条为强制性条文。对于钢材强度的设计取值，本次修订在大量调研和试验的基础上，新增了Q460钢材；钢材强度设计值按板厚或直径的分组，遵照现行钢材标准进行修改；对抗力分项系数作了较大的调整和补充。
1 调研工作的内容
为配合《钢结构设计标准》修编，确定各类钢材抗力分项系数和强度设计值，调研和试验工作包括以下五个方面：
1)收集整理大型工程如中央电视台新址工程、国贸三期、国家游泳馆、深圳证券大楼、石家庄开元环球中心、锦州国际会展中心、新加坡圣淘沙名胜世界等所用钢材的质检报告和钢材的复检报告，其中包括Q235、Q345、Q390、Q420和Q460钢。钢材生产年限从2004年到2009年，厚度范围为5mm～100mm(少量为100mm～135mm)，数据既包括力学性能，还包括化学元素含量等，总计为14608组；
2)从钢材生产厂舞钢、湘钢、首钢、武钢、太钢、鞍钢、安阳、新余、济钢、宝钢征集指定钢材牌号、规定钢板厚度的拉伸试件，板厚范围为16mm～100mm，牌号为Q345、Q390、Q420和Q460钢，集中后统一由独立的第三方进行试验，在人员、设备和方法一致的条件下，获得公正客观的数据，力学和化学分析数据合计为557组；
3)对影响材性不定性的试验因素(如加载速度和试验机柔度)进行系统的测试分析，以3种牌号钢材、3种板厚、3种加载速度、2种刚度的试验机为试验参数，共进行245件试验；
4)通过十一家钢结构制造厂(安徽鸿路、安徽富煌、江苏沪宁、上海宝冶、宝钢钢构、浙江恒达、东南网架、杭萧钢构、二十二冶、鞍钢建设、中建阳光)，测定钢厂生产的钢板、型钢和钢结构厂制作构件的厚度和几何尺寸偏差，共计25578组，进行截面几何参数不定性统计分析；
5)其他试验及统计分析，如延伸率、屈强比、裂纹敏感性指数和碳当量、硫含量及厚度方向断面收缩率等。
独立的第三方试验数据和工程调研数据相互印证，能够反映我国钢材生产的真实水平，在各钢材牌号、厚度组别一致时，二者的屈服强度平均值、标准差、统计标准值接近，可以以工程调研和独立试验的组合数据作为钢结构设计标准确定抗力分项系数和强度设计指标的基础。
2 钢材力学性能统计分析结果
本次钢材力学性能数据和此前各次相比，其统计分布情况有新的变化，且更为复杂。各牌号钢材质量情况如下：
1)Q235钢的屈服强度平均值比1988年统计有明显增加，但其标准差却成倍增加，屈服强度波动范围加大，统计标准值变化不大，整体质量水平比以前稍有下降；
2)Q345钢在板厚小于或等于16mm时，屈服强度平均值比旧统计值稍有增加，波动区间增大，统计标准差略增，计算标准值反而有些下降；当板厚大于16mm且不超过35mm时，屈服强度平均值、标准差、标准值与原统计值十分接近，基本符合《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994标准要求，也接近《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008标准要求；板厚在大于35mm且不超过50mm时，屈服强度平均值、标准值已超过《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994标准，接近《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008标准要求；当板厚大于50mm且不超过100mm时，屈服强度平均值和标准值均较高，超过《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994标准，并达到《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008标准要求。由2004～2009年生产的Q345钢厚板统计数据表明，Q345的实际质量水平已接近或达到《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008材料标准；
3)Q390钢各厚度组屈服强度平均值普遍较高，强度波动较小，变异系数也普遍较低，屈服强度统计标准值都高于钢材标准规定值，各项指标全都符合要求；
4)Q420钢板厚分为35mm～50mm(不包括35mm)、50mm～100mm(不包括50mm)两组，钢厂质检数据和工程复检数据中存在一定数量屈服强度低于标准较多的数据，不仅屈服强度平均值低、标准差大，并且统计标准值普遍低于材料标准的规定值，是各牌号钢材中最差的一组，因而使抗力分项系数增大，强度设计值仅略大于Q390钢相应厚度组；
5)Q460钢板厚分为35mm～50mm(不包括35mm)、50mm～100mm(不包括50mm)两组，也存在少量屈服强度略低于标准规定的数据，屈服强度平均值稍低，个别统计标准值低于材料标准的规定，就整体而言，已接近合格标准。
国产Q420、Q460钢在建筑中应用仅几年时间，基本上满足了国内重大钢结构工程关键部位的需要，统计结果表明，产品还不能全面达到《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008的要求。钢厂质检和工地复检也出现了不合格的事例，总体水平还有待提高，在工程使用中应加强复检。
3 抗力分项系数取值
《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994编制时，用户曾要求提高16Mn钢的强度，并减小厚度组别的强度级差，当时因炼钢、轧制技术和管理方面的差距，没有仿照国外同类标准缩小级差。《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-2008修改了厚度组距，并明确了屈服强度为下屈服强度。Q345钢的屈服强度普遍提高，各厚度组的屈服强度级差降为10N/mm2，其中63mm～80mm(不包括63mm)厚度组的屈服强度由275N/mm2提高至315N/mm2；80mm～100mm(不包括80mm)厚度组的屈服强度由275N/mm2提高到300N/mm2，分别提高了14.5％和10.9％。由于Q390、Q420和Q460钢与《低合金高强度结构钢》GB/T 1591-1994相比，除厚度组距变化外，屈服强度值并未变化，因此原统计分析结果仍可适用。本统计钢材都是2009年前生产的，独立试验取样的钢板也是2009年～2010年按《低合金高强度结构钢》GB/T?1591-1994标准生产的。从统计结果看，在厚度为40mm～100mm(不包括40mm)范围内，工程调研、独立试验的屈服强度都较高，与《低合金高强度结构钢》GB/T?1591-1994标准相比有一定余量，且已达到《低合金高强度结构钢》GB/T?1591-2008标准要求。基于各牌号钢材和各厚度组别调研和试验数据，按照现行国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB?50068的要求进行数理统计和可靠度分析，并考虑设计使用方便，最终确定钢材的抗力分项系数值(见表6)。
表6?Q235、Q345、Q390、Q420、Q460钢材抗力分项系数γR

4 抗力分项系数变化原因分析
根据国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068-2001规定，本标准采用的最低可靠指标β值应为3.2，而原规范最低可靠指标β值可为3.2-0.25＝2.95。
通过编程运算得出的抗力分项系数，一般以国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009-2001新增加的荷载组合S＝1.35SGK＋1.4×0.7SQK 在应力比ρ＝SGK/SQK＝0.25为最大。
近年来，钢材屈服强度分布规律发生变化，突出表现在Q235、Q345钢屈服强度平均值提高的同时，离散性明显增大，变异系数成倍加大。而Q420、Q460钢厚板强度整体偏低，迫使增大抗力分项系数，还导致低合金钢及不同厚度组之间抗力分项系数有一定的差异。但为了方便设计使用，需要将其适当归并，为了保证安全度，归并后的抗力分项系数对于某些厚度组会偏大。
钢板、型钢厚度负偏差情况较以往严重，在公称厚度较小时更为严重，存在超过现行国家标准《热轧钢板和钢带的尺寸、外形、重量及允许偏差》GB/T 709规定的现象。
以上诸因素导致本次采用的抗力分项系数比《钢结构设计规范》GBJ 17-88(以下简称88版规范)和原规范普遍有所增大。
本标准表4.4.1～表4.4.5的各项强度设计值是根据表7的换算关系并取5的修约成整倍数而得。
表7 强度设计值的换算关系

4.4.2 本条为新增条文，Q345GJ钢计算模式不定性KP的均值和变异系数仍采用88版规范16Mn的数据，故指标偏于保守。表4.4.2?Q345GJ钢抗力分项系数见表8。
表8?Q345GJ钢材料抗力分项系数

根据国内Q345GJ钢强度设计值研究，提出了Q345GJ钢材的强度设计建议值(表9)，简要情况如下：
2011年完成轴心受压构件足尺试验(试件12件)，计算模式不定性KP的均值和变异系数分别可取1.100和0.071；其抗力不定性的均值和变异系数经计算分别为1.15和0.09。2012年进行受弯构件足尺试验(试件32件)，试验数据稳定且优于预期。其计算模式不定性KP抗力不定性优于上述轴心受压构件。
按照《结构可靠性总原则》(《General Principles on Relia-bility for Structures》)ISO 2394和现行国家标准《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068的相关规定，材料性能、几何特征、计算模式三个主要影响因素的统计代表值均可通过Q345GJ试验获得。综合可靠性分析以后，出于慎重再将其分析结果适当降低，抗力分项系数取1.05，从而求得表9的数值，复核结果可靠度水平全部符合现行国家标准《工程结构可靠性设计统一标准》GB 50153和《建筑结构可靠度设计统一标准》GB 50068的强制规定。
表9?Q345GJ钢材的强度设计建议值(N/mm2)

符合现行国家标准《建筑结构用钢板》GB/T 19879的GJ类钢材为高性能优质钢材，其性能明显好于符合现行国家标准《碳素结构钢》GB/T 700或《低合金高强度结构钢》GB/T 1591的普通钢材，同等级GJ类钢材强度设计值理应高于普通钢材，戴国欣教授的研究结果也证明了这一点，但由于Q345GJ钢试件来源单一，数据量有限，因此本次修订暂不采用表9，当有可靠依据时，Q345GJ钢设计强度值可参考表9适当提高。  

4.4.3 本条为新增强制性条文，由于现行国家标准《结构用无缝钢管》GB/T 8162中，钢管壁厚的分组、材料的屈服强度、抗拉强度均与现行国家标准《低合金高强度结构钢》GB/T 1591有所不同，表4.4.3的强度设计值是由钢管材料标准中的屈服强度除以相应的抗力分项系数得出的。  

4.4.4 本条为强制性条文。

4.4.5 本条为强制性条文，焊缝强度设计指标中，对接焊缝的抗拉强度采用了相匹配的焊条和焊丝二者的较小值。角焊缝的抗拉强度取对接焊缝的抗拉强度的58％。

4.4.6 本条为强制性条文，表中各项强度设计值的换算关系与原规范相同。增加了网架用高强度螺栓，螺栓球节点网架用的高强度螺栓的外形、连接副、受力机理、施工安装方法及强度设计值均与普钢钢结构用的高强度螺栓不同。增加了Q390钢作为锚栓，柱脚锚栓一般不能用于承受水平剪力(本标准第12.7.4条)；表中还增加了螺栓与Q460钢、Q345GJ钢构件连接的承压强度设计值，为适应钢结构抗震性能化设计要求增加了高强度螺栓的抗拉强度最小值。
由于螺栓球网架一般采用根据内力选择螺栓的设计思路，因此螺栓球节点用高强度螺栓未给出抗拉强度最小值。高强度螺栓连接进入极限状态产生的破坏模式有两种：摩擦面滑移后螺栓螺杆和螺纹部分进入承压状态后出现螺栓或连接板剪切破坏。摩擦型连接和承压型连接在极限状态下破坏模式一致，因此，本标准给出的承压型高强度螺栓的抗拉强度最小值同样适用于摩擦型高强度螺栓连接。

5.1.1 本条规定结构分析时可根据分析方法相应地对材料采用弹性或者弹塑性假定。在进行弹性分析时，延性好的S1、S2、S3级截面允许采用截面塑性发展系数γx、γy来考虑塑性变形发展。当允许多个塑性铰形成、结构产生内力重分布时，一般应采用二阶弹塑性分析。

5.1.2 二阶效应是稳定性的根源，一阶分析采用计算长度法时这些效应在设计阶段考虑；而二阶弹性P-△分析法在结构分析中仅考虑了P-△效应，应在设计阶段附加考虑P-δ效应；直接分析则将这些效应直接在结构分析中进行考虑，故设计阶段不再考虑二阶效应。

5.1.5 本条为原规范第8.4.5条、第10.1.4条的修改和补充。把结构分析时可以当成铰接节点的情况在本条进行了集中说明。

5.1.6 本条为新增条文。本条对结构分析方法的选择进行了原则性的规定。对于二阶效应明显的有侧移框架结构，应采用二阶弹性分析方法。当二阶效应系数大于0.25时，二阶效应影响显著，设计时需要更高的分析，不能把握时，宜增加结构刚度。直接分析法可适用于任意的二阶效应系数、任意的结构类型。
钢结构根据抗侧力构件在水平力作用下的变形形态，可分为剪切型(框架结构)、弯曲型(如高跨比为6以上的支撑架)和弯剪型。式(5.1.6-1)只适用于剪切型结构，对于弯曲型和弯剪型结构，采用式(5.1.6-2)计算二阶效应系数。强调整体屈曲模态，是要排除可能出现的一些最薄弱构件的屈曲模态。
二阶效应系数也可以采用下式计算：

式中 △uⅡi——按二阶弹性分析求得的计算i楼层的层间侧移；
△ui——按一阶弹性分析求得的计算i楼层的层间侧移。

5.1.7 初始几何缺陷是结构或者构件失稳的诱因，残余应力则会降低构件的刚度，故采用二阶P-△弹性分析时考虑结构整体的初始几何缺陷，采用直接分析时考虑初始几何缺陷和残余应力的影响。

5.1.8 本条规定在连续倒塌、抗火分析、极端荷载(作用)等涉及严重的材料非线性、内力需要重分布的情况下，应采用直接分析法以反映结构的真实响应。上述情况，若采用一阶弹性分析，则不满足安全设计的原则。考虑到经济性，一般应采用考虑材料弹塑性发展的直接分析法。当结构因材料非线性产生若干个塑性铰时，系统刚度可能发生较大变化，此时基于未变形结构而获得计算长度系数已不再适用，因此无法用于稳定性设计。

5.1.9 以整体受拉或受压为主的结构如张拉体系、各种单层网壳等，其二阶效应通常难以用传统的计算长度法进行考虑，尤其是一些大跨度结构，其失稳模态具有整体性或者局部整体性，甚至可能产生跃越屈曲，基于构件稳定的计算长度法已不能解决此类结构的稳定性问题，故增加本条。

结构的初始缺陷包含结构整体的初始几何缺陷和构件的初始几何缺陷、残余应力及初偏心。结构的初始几何缺陷包括节点位置的安装偏差、杆件的初弯曲、杆件对节点的偏心等。一般，结构的整体初始几何缺陷的最大值可根据施工验收规范所规定的最大允许安装偏差取值，按最低阶屈曲模态分布，但由于不同的结构形式对缺陷的敏感程度不同，所以各规范可根据各自结构体系的特点规定其整体缺陷值，如现行行业标准《空间网格结构技术规程》JGJ 7-2010规定：网壳缺陷最大计算值可按网壳跨度的1./300取值。
5.2.1 本条对框架结构整体初始几何缺陷值给出了具体取值，经国内外规范对比分析，显示框架结构的初始几何缺陷值不仅跟结构层间高度有关，而且也与结构层数的多少有关，式(5.2.1-1)是从式(5.2.1-2)推导而来，即：

当采用二阶P-△弹性分析时，因初始几何缺陷不可避免地存在，且有可能对结构的整体稳定性起很大作用，故应在此类分析中充分考虑其对结构变形和内力的影响。对于框架结构也可通过在框架每层柱的柱顶作用附加的假想水平力Hni来替代整体初始几何缺陷。研究表明，框架的层数越多，构件的缺陷影响越小，且每层柱数的影响亦不大。采用假想水平力的方法来替代初始侧移时，假想水平力取值大小即是使得结构侧向变形为初始侧移值时所对应的水平力，与钢材强度没有直接关系，因此本次修订取消了原规范式(3.2.8-1)中钢材强度影响系数。本标准假想水平力计算公式的形式与欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel struc-tures类似，并考虑了框架总层数的影响；通过对典型工况的计算对比得到，本次修订后公式的计算结果与欧洲钢结构设计规范EC3较为接近。需要注意的是，采用假想水平力法时，应施加在最不利的方向，即假想力不能起到抵消外荷载(作用)的效果。

5.2.2 表5.2.2构件综合缺陷代表值同时考虑了初始几何缺陷和残余应力的等效缺陷。
构件的初始几何缺陷形状可用正弦波来模拟，构件初始几何缺陷代表值由柱子失稳曲线拟合而来，故本标准针对不同的截面和主轴，给出了4个值，分别对应a、b、c、d四条柱子失稳曲线。为了便于计算，构件的初始几何缺陷也可用均布荷载和支座反力代替，均布荷载数值可由结构力学求解方法得到，支座反力值为q0l/2，如图3所示。

本节所有条文均为新增条文。本节着重对一阶弹性分析设计方法的适用条件和设计过程进行了说明，基本延续了原规范对无侧移框架和有侧移框架的设计方法。

5.4.1 二阶P-△弹性分析设计方法考虑了结构在荷载作用下产生的变形(P-△)、结构整体初始几何缺陷(P-△0)、节点刚度等对结构和构件变形和内力产生的影响。进行计算分析时，可直接建立带有初始整体几何缺陷的结构，也可把此类缺陷的影响用等效水平荷载来代替，并应考虑假想力与设计荷载的最不利组合。
采用仅考虑P-△效应的二阶弹性分析与设计方法只考虑了结构整体层面上的二阶效应的影响，并未涉及构件的对结构整体变形和内力的影响，因此这部分的影响还应通过稳定系数来进行考虑，此时的构件计算长度系数应取1.0或其他认可的值。当结构无侧移影响时，如近似一端固接、一端铰接的柱子，其计算长度系数小于1.0。
采用本方法进行设计时，不能采用荷载效应的组合，而应采用荷载组合进行非线性求解。本方法作为一种全过程的非线性分析方法，不允许进行荷载效应的迭加。

5.4.2 本条基本沿用原规范第3.2.8条，用等效水平荷载来代替初始几何缺陷的影响。与原规范的式(3.2.8-2)相比，式(5.4.2-1)将二阶效应仅与框架受水平荷载相关联，不需要在楼层和屋顶标高设置虚拟水平支座和计算其反力，只需分别计算框架在竖向荷载和水平荷载下的一阶弹性内力，即可求得近似的二阶弹性弯矩。该式概念清楚、计算简便，研究表明适用于0.1＜θⅡi≤0.25范围。

5.5.1 当采用直接分析设计法时，可以直接建立带有初始几何缺陷的结构和构件单元模型，也可以用等效荷载来替代。在直接分析设计法中，应能充分考虑各种对结构刚度有贡献的因素，如初始缺陷、二阶效应、材料弹塑性、节点半刚性等，以便能准确预测结构行为。
采用直接分析设计法时，分析和设计阶段是不可分割的。两者既有同时进行的部分(如初始缺陷应在分析的时候引入)，也有分开的部分(如分析得到应力状态，再采用设计准则判断是否塑性)。两者在非线性迭代中不断进行修正、相互影响，直至达到设计荷载水平下的平衡为止。这也是直接分析法区别于一般非线性分析方法之处，传统的非线性强调了分析却忽略了设计上的很多要求，因而其结果是不可以“直接”作为设计依据的。
由于直接分析设计法已经在分析过程中考虑了一阶弹性设计中计算长度所要考虑的因素，故不再需要进行基于计算长度的稳定性验算了。
对于一些特殊荷载下的结构分析，比如连续倒塌分析、抗火分析等，因涉及几何非线性、材料非线性、全过程弹塑性分析，采用一阶弹性分析或者二阶P-△弹性分析并不能得到正确的内力结果，应采用直接分析设计法进行结构分析和设计。
直接分析设计法作为一种全过程的非线性分析方法，不允许进行荷载效应的迭加，而应采用荷载组合进行非线性求解。

5.5.2 二阶P-△-δ弹性分析是直接分析法的一种特例，也是常用的一种分析手段。该方法不考虑材料非线性，只考虑几何非线性，以第一塑性铰为准则，不允许进行内力重分布。

5.5.3 二阶弹塑性分析作为一种设计工具，虽然在学术界和工程界仍有争议，但世界各主流规范均将其纳入规范，以便适应各种需要考虑材料弹塑性发展的情况。
工程界常采用一维梁柱单元来进行弹塑性分析，二维的板壳元和三维的实体元因涉及大量计算一般仅在学术界中采用，塑性铰法和塑性区法是基于梁柱单元的两种常用的考虑材料非线性的方法。
本条规定针对给定的设计目标，二阶弹塑性分析可生成多个塑性铰，直至达到设计荷载水平为止。
对结构进行二阶弹塑性分析，由材料和截面确定的弯矩-曲率关系、节点的半刚性直接影响计算结果，同时分析结果的可靠性有时依赖于结构的破坏模式，不同破坏模式适用的非线性分析增量-迭代策略可能不一样。另外，由于可靠度不同，正常荷载工况下的设计和非正常荷载工况下的设计(如抗倒塌分析或罕遇地震作用下的设计等)对构件极限状态的要求不同。
一般来说，进行二阶弹塑性分析应符合下列规定：
1 除非有充分依据证明一根构件能可靠地由一个单元所模拟(如只受拉支撑)，一般构件划分单元数不宜小于4。构件的几何缺陷和残余应力应能在所划分的单元里考虑到。
2 钢材的应力-应变曲线为理想弹塑性，混凝土的应力-应变曲线可按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB?50010的要求采用。
3 工字形(H形)截面柱与钢梁刚接时，应有足够的措施防止节点域的变形，否则应在结构整体分析时予以考虑。
4 当工字形(H形)截面构件缺少翘曲扭转约束时，应在结构整体分析时予以考虑。
5 可按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009的规定考虑活荷载折减。抗震设计的结构，采用重力荷载代表值后，不得进行活荷载折减。
6 应输出下列计算结果以验证是否符合设计要求：
1)荷载标准组合的效应设计值作用下的挠度和侧移；
2)各塑性铰的曲率；
3)没有出现塑性变形的部位，应输出应力比。

5.5.7 直接分析设计法是一种全过程二阶非线性弹塑性分析设计方法，可以全面考虑结构和构件的初始缺陷、几何非线性、材料非线性等对结构和构件内力的影响，其分析设计过程可用式(8)来表达。用直接分析设计法求得的构件的内力可以直接作为校核构件的依据，进行如下的截面验算即可。
直接分析法不考虑材料弹塑性发展，或按弹塑性分析截面板件宽厚比等级不符合S2级要求时，Mcx＝γxWxf，Mcy＝γyWyf；按弹塑性分析，截面板件宽厚比等级符合S2级要求时，Mcx＝Wpxf，Mcy＝Wpyf。

式中：N——构件的轴力设计值(N)；
A——构件的毛截面面积(mm3)；
Mx、My——绕着构件x、y轴的一阶弯矩承载力设计值(N·mm)；
Wx、Wy——绕着构件x、y轴的毛截面模量(mm3)；
Wpx、Wpy——绕着构件x、y轴的毛截面塑性模量(mm3)；
γx、γy——截面塑性发展系数；
△x、△y——由于结构在荷载作用下的变形所产生的构件两端相对位移值(mm)；
△xi、△yi——由于结构的整体初始几何缺陷所产生的构件两端相对位移值(mm)；
δx、δy——荷载作用下构件在x、y轴方向的变形值(mm)；
δx0、δy0——构件在x、y轴方向的初始缺陷值(mm)。
值得注意的是，上式截面的N-M相关公式是相对保守的，当有足够资料证明时可采用更为精确的N-M相关公式进行验算。

5.5.8 本条对采用塑性铰法进行直接分析设计做了补充要求。因塑生铰法一般只将塑性集中在构件两端，而假定构件的中段保持弹性，当轴力较大时通常高估其刚度，为考虑该效应，故需折减其刚度。

5.5.9 本条对采用塑性区法进行直接分析设计给出了一种开放性的方案，一方面可以精确计算出结构响应，另一方面也为新材料、新截面类型的应用创造了条件。

6.1.1 计算梁的抗弯强度时，考虑截面部分发展塑性变形，因此在计算公式(6.1.1)中引进了截面塑性发展系数γx和γy。γx和γy的取值原则是：使截面的塑性发展深度不致过大；与本标准第8章压弯构件的计算规定表8.1.1相衔接。当考虑截面部分发展塑性时，为了保证翼缘不丧失局部稳定，受压翼缘自由外伸宽度与其厚度之比应不大于13εk。
直接承受动力荷载的梁也可以考虑塑性发展，但为了可靠，对需要计算疲劳的梁还是以不考虑截面塑性发展为宜。
考虑腹板屈曲后强度时，腹板弯曲受压区已部分退出工作，本条采用有效截面模量考虑其影响，本标准第6.4节采用另外的方法计算其抗弯强度。

6.1.2 本条为新增条文。截面板件宽厚比等级可按本标准表3.5.1根据各板件受压区域应力状态确定。
条文中箱形截面的塑性发展系数偏低，箱形截面的塑性发展系数应该介于1.05～1.2之间，参见表10。
表10 箱形截面的塑性发展系数

6.1.3 考虑腹板屈曲后强度的梁，其受剪承载力有较大的提高，不必受公式(6.1.3)的抗剪强度计算控制。

6.1.4 计算腹板计算高度边缘的局部承压强度时，集中荷载的分布长度lz，早在20世纪40年代中期，苏联的科学家已经利用半无限空间上的弹性地基梁上模型的级数解，获得了地基梁下反力分布的近似解析解，并被英国、欧洲、美国和苏联钢结构设计规范用于轨道下的等效分布长度计算。最新的数值分析表明，基于弹性地基梁的模型得到的承压长度[式(6.1.4-2)中的系数改为3.25就是苏联、英国、欧洲、日本、ISO等采用的公式]偏大，应改为2.83；随后进行的理论上更加严密的解析分析表明，弹性地基梁的变形集中在荷载作用点附近很短的一段，应考虑轨道梁的剪切变形，因此改用半无限空间上的Timoshenko梁的模型，这样得到的承压长度的解析公式的系数从3.25下降到2.17，在梁模型中承压应力的计算应计入荷载作用高度的影响，考虑到轮压作用在轨道上表面，承压应力的扩散更宽，系数可增加到2.83，经综合考虑条文式(6.1.4-2)中系数取3.25，相当于利用塑性发展系数是1.1484。
集中荷载的分布长度lz的简化计算方法，为原规范计算公式，也与式(6.1.4-2)直接计算的结果颇为接近。因此该式中的50mm应该被理解为为了拟合式(6.1.4-2)而引进的，不宜被理解为轮子和轨道的接触面的长度。真正的接触面长度应在20mm～30mm之间。
表11 式(6.1.4-2)和式(6.1.4-3)计算的承压长度对比

轨道上作用轮压，压力穿过具有抗弯刚度的轨道向梁腹板内扩散，可以判断：轨道的抗弯刚度越大，扩散的范围越大，下部腹板越薄(即下部越软弱)，则扩散的范围越大，因此式(6.1.4-2)正确地反映了这个规律。而为了简化计算，本条给出了式(6.1.4-3)，但是考虑到腹板越厚翼缘也越厚的规律，式(6.1.4-3)实际上反映了与式(6.1.4-2)不同的规律，应用时应注意。

6.1.5 同时受有较大的正应力和剪应力处，指连续梁中部支座处或梁的翼缘截面改变处等。
折算应力公式(6.1.5-1)是根据能量强度理论保证钢材在复杂受力状态下处于弹性状态的条件。考虑到需验算折算应力的部位只是梁的局部区域，故公式中取β1大于1。当σ和σc同号时，其塑性变形能力低于σ和σc异号时的数值，因此对前者取β1＝1.1，而对后者取β1＝1.2。
复合应力作用下允许应力少量放大，不应理解为钢材的屈服强度增大，而应理解为允许塑性开展。这是因为最大应力出现在局部个别部位，基本不影响整体性能。

6.2.1 钢梁整体失去稳定性时，梁将发生较大的侧向弯曲和扭转变形，因此为了提高梁的稳定承载能力，任何钢梁在其端部支承处都应采取构造措施，以防止其端部截面的扭转。当有铺板密铺在梁的受压翼缘上并与其牢固相连，能阻止受压翼缘的侧向位移时，梁就不会丧失整体稳定，因此也不必计算梁的整体稳定性。

6.2.3 在两个主平面内受弯的构件，其整体稳定性计算很复杂，本条所列公式(6.2.3)是一个经验公式。1978年国内曾进行过少数几根双向受弯梁的荷载试验，分三组共7根，包括热轧工字钢Ⅰ18和Ⅰ24a与一组单轴对称加强上翼缘的焊接工字梁。每组梁中1根为单向受弯，其余1根或2根为双向受弯(最大刚度平面内受纯弯和跨度中点上翼缘处受一水平集中力)以资对比。试验结果表明，双向受弯梁的破坏荷载都比单向低，三组梁破坏荷载的比值各为0.91、0.90和0.88。双向受弯梁跨度中点上翼缘的水平位移和跨度中点截面扭转角也都远大于单向受弯梁。
用上述少数试验结果验证本条公式(6.2.3)，证明是可行的。公式左边第二项分母中引进绕弱轴的截面塑性发展系数γy，并不意味绕弱轴弯曲出现塑性，而是适当降低第二项的影响，并使公式与本章式(6.1.1)和式(6.2.2)形式上相协调。

6.2.4 对箱形截面简支梁，本条直接给出了其应满足的最大h/b0和l1/b0比值。满足了这些比值，梁的整体稳定性就得到保证。由于箱形截面的抗侧向弯曲刚度和抗扭转刚度远远大于工字形截面，整体稳定性很强，本条规定的h/b0和l1/b0值很容易得到满足。

6.2.5 梁端支座，弯曲铰支容易理解也容易达成，扭转铰支却往往被疏忽，因此本条特别规定。对仅腹板连接的钢梁，因为钢梁腹板容易变形，抗扭刚度小，并不能保证梁端截面不发生扭转，因此在稳定性计算时，计算长度应放大。

6.2.6 减小梁侧向计算长度的支撑，应设置在受压翼缘，此时对支撑的设计可以参照本标准第7.5.1条用于减小压杆计算长度的侧向支撑。

6.2.7 本条针对框架主梁的负弯矩区的稳定性计算提出，负弯矩区下翼缘受压，上翼缘受拉，且上翼缘有楼板起侧向支撑和提供扭转约束，因此负弯矩区的失稳是畸变失稳。
将下翼缘作为压杆，腹板作为对下翼缘提供侧向弹性支撑的部件，上翼缘看成固定，则可以求出纯弯简支梁下翼缘发生畸变屈曲的临界应力，考虑到支座条件接近嵌固，弯矩快速下降变成正弯矩等有利因素，以及实际结构腹板高厚比的限值，腹板对翼缘能够提供强大的侧向约束，因此框架梁负弯矩区的畸变屈曲并不是一个需要特别加以精确计算的问题，因此本条提出了很简单的畸变屈曲临界应力公式(6.2.7-4)。
正则化长细比小于或等于0.45时，弹塑性畸变屈曲应力基本达到钢材的屈服强度，此时截面尺寸刚好满足式(6.2.7-1)。对于抗震设计，要求应更加严格。
不满足式(6.2.7-1)，则设置加劲肋能够为下翼缘提供更加刚强的约束，并带动楼板对框架梁提供扭转约束。设置加劲肋后，刚度很大，一般不再需要计算整体稳定和畸变屈曲。

6.3.1 对无局部压应力且承受静力荷载的工字形截面梁推荐按本标准第6.4节利用腹板屈曲后强度。保留了原规范对轻、中级吊车轮压允许乘以0.9系数的规定，是为了保持与原规范在一定程度上的连续性。

6.3.2 需要配置纵向加劲肋的腹板高厚比，不是按硬性规定的界限值来确定而是根据计算需要配置，但仍然给出高厚比的限值，并按梁受压翼缘扭转受到约束与否分为两档，即170εk和150εk；在任何情况下高厚比不应超过250，以免高厚比过大时产生焊接翘曲。