《钢结构设计标准》

15.3.3 圆钢管混凝土的环箍系数与含钢率有直接的关系，是决定构件延性、承载力及经济性的重要指标。钢管混凝土柱的环箍系数过小，对钢管内混凝土的约束作用不大；若环箍系数过大，则钢管壁可能较厚、不经济。当钢管直径过大时，管内混凝土收缩会造成钢管与混凝土脱开，影响钢管和混凝土的共同受力，而且管内过大的素混凝土对整个构件的受力性能也产生了不利影响，因此一般规定当直径大于2m时，圆钢管混凝土构件需要采取有效措施减少混凝土收缩的影响，目前工程中常用的方法包括管内设置钢筋笼、钢管内壁设置栓钉等。

15.3.4 钢管混凝土构件受拉力作用时，管内混凝土将开裂，不承受拉力作用，只有钢管承担全部拉力。不过当钢管受拉力作用而伸长时，径向将收缩；由于受到管内混凝土的阻碍，因此成为纵向受拉和环向也受拉的双向拉应力状态，其受拉强度将提高10％。圆钢管混凝土柱计算方法可以采用拟混凝土理论或者统一理论。

15.4.1 钢管混凝土柱梁节点是钢结构的主要连接形式之一，其要求应满足钢结构节点的一般规定。

15.4.3 隔板厚度应满足板件的宽厚比限值，且不小于钢梁翼缘的厚度。柱内隔板上的混凝土浇筑孔孔径不应小于200mm，透气孔孔径不宜小于25mm，如图45所示。

图45 矩形钢管混凝土柱隔板开孔
1-浇筑孔；2-内隔板；3-透气孔；4-柱钢管壁；5-梁翼缘

15.4.4 矩形钢管混凝土柱的外环板节点中，外环板的挑出宽度宜大于100mm，且不宜大于15tdεk，td为隔板厚度，εk为钢号修正系数。圆钢管混凝土柱可采用外加强环节点，外加强环板的挑出宽度宜大于70％的梁翼缘宽度，其厚度不宜小于梁翼缘厚度。

16.1.1 本条基本沿用原规范第6.1.1条。本条阐述本章的适用范围为直接承受动力荷载重复作用的钢结构(例如工业厂房吊车梁、有悬挂吊车的屋盖结构、桥梁、海洋钻井平台、风力发电机结构、大型旋转游乐设施等)，当其荷载产生的应力变化的循环次数n≥5×104时的高周疲劳计算。需要进行疲劳计算的循环次数，88版规范为n≥105次，考虑到在某些情况下可能不安全，原规范修订时参考国外规定并结合建筑钢结构的实际情况，改为n≥5×104次。本次修订仍旧保留了原规范对循环次数的规定，当钢结构承受的应力循环次数小于本条要求时，可不进行疲劳计算，且可按照不需要验算疲劳的要求选用钢材。直接承受动力荷载重复作用并需进行疲劳验算的钢结构，均应符合本标准第16.3节规定的相关构造要求。

16.1.2 本条沿用原规范第6.1.2条。本条说明本章的适用范围为在常温、无强烈腐蚀作用环境中的结构构件和连接。对于海水腐蚀环境、低周-高应变疲劳等特殊使用条件中疲劳的破坏机理与表达式各有特点，分别另属专门范畴；高温下使用和焊接经回火消除残余应力的结构构件及其连接则有不同于本章的疲劳强度值，均应另行考虑。

16.1.3 本条基本沿用原规范第6.1.3条。本次标准修订中有关疲劳强度计算仍采用荷载标准值按容许应力幅法进行计算，是因为目前我国对基于可靠度理论的疲劳极限状态设计方法研究还缺乏基础性研究，对不同类型构件连接的裂纹形成、扩展以致断裂这一全过程的极限状态，包括其严格的定义和影响发展过程的有关因素都还未明确，掌握的疲劳强度数据只是结构抗力表达式中的材料强度部分。
为适应焊接结构在钢结构中普遍应用的状况，本章采用目前已为国际上公认的应力幅计算表达式。多年来国内外大量的试验研究和理论分析证实：对于焊接钢结构疲劳强度起控制作用的是应力幅△σ，而几乎与最大应力、最小应力及应力比这些参量无关。这是因为：焊接及其随后的冷却，构成不均匀热循环过程，使焊接结构内部产生自相平衡的内应力，在焊接附近出现局部的残余拉应力高峰，横截面其余部分则形成残余压应力与之平衡。焊接残余拉应力最高峰值往往可达到钢材的屈服强度。此外，焊接连接部位因为原状截面的改变，总会产生不同程度的应力集中现象。残余应力和应力集中两个因素的同时存在，使疲劳裂纹发生于焊接熔合线的表面缺陷处或焊缝内部缺陷处，然后沿垂直于外力作用方向扩展，直到最后的断裂。产生裂纹部位的实际应力状态与名义应力有很大差别，在裂纹形成过程中，循环内应力的变化是以高达钢材屈服强度的最大内应力为起点，往下波动应力幅△σ＝σmax—σmin与该处应力集中系数的乘积。此处σmax和σmin分别为名义最大应力和最小应力，在裂纹扩展阶段，裂纹扩展速率主要受控于该处的应力幅值。
试验证明，钢材静力强度不同，对大多数焊接连接类别的疲劳强度并无显著区别，仅在少数连接类别(如轧制钢材的主体金属、经切割加工的钢材和对接焊缝经严密检验和细致的表面加工时)的疲劳强度有随钢材强度提高稍微增加的趋势，而这些连接类别一般不在构件疲劳计算中起控制作用。因此为简化表达式，可认为所有类别的容许应力幅都与钢材的静力强度无关，即疲劳强度所控制的构件采用强度较高的钢材是不经济的。
钢结构的疲劳计算采用传统的基于名义应力幅的构造分类法。分类法的基本思路是，以名义应力幅作为衡量疲劳性能的指标，通过大量试验得到各种构件和连接构造的疲劳性能的统计数据，将疲劳性能相近的构件和连接构造归为一类，同一类构件和连接构造具有相同的S-N曲线。设计时，根据构件和连接构造形式找到相应的类别，即可确定其疲劳强度。
连接类别是影响疲劳强度的主要因素之一，主要是因为它将引起不同的应力集中(包括连接的外形变化和内在缺陷的影响)。设计中应注意尽可能不采用应力集中严重的连接构造。
容许应力幅数值的确定是根据疲劳试验数据统计分析而得，在试验结果中包括了局部应力集中可能产生屈服区的影响，因而整个构件可按弹性工作进行计算。连接形式本身的应力集中不予考虑，其他因断面突变等构造产生应力集中则应另行计算。
按应力幅概念计算，承受压应力循环与承受拉应力循环是完全相同的，国内外焊接结构的试验资料中也有压应力区发现疲劳开裂的现象。焊接结构的疲劳强度之所以与应力幅密切相关，本质上是由于焊接部位存在较大的残余拉应力，造成名义上受压应力的部位仍旧会疲劳开裂，只是裂纹扩展的速度比较缓慢，裂纹扩展的长度有限，当裂纹扩展到残余拉应力释放后便会停止。考虑到疲劳破坏通常发生在焊接部位，而钢结构连接节点的重要性和受力的复杂性，一般不容许开裂，因此本次修订规定了仅在非焊接构件和连接的条件下，在应力循环中不出现拉应力的部位可不计算疲劳。

16.1.4 本条为新增条文。所指的低温，通常指不高于—20℃；但对于厚板及高强度钢材，高于—20℃时，也宜考虑防脆断设计。

16.2.1 本条在原规范第6.2.1条的基础上，增补了许多内容和说明，并将原规范第6.2.1条一分为二，形成第16.2.1条、第16.2.2条两条。当结构所受的应力幅较低时，可采用式(16.2.1-1)和式(16.2.1-4)快速验算疲劳强度。国际上的试验研究表明，无论是常幅疲劳还是变幅疲劳，低于疲劳截止限的应力幅一般不会导致疲劳破坏。
本次修订参考欧洲钢结构设计规范EC3：Design of steel structures-Part1-9：Fatigue，增加了少量针对构造细节受剪应力幅的疲劳强度计算；同时针对正应力幅的疲劳问题，引入板厚修正系数γt来考虑壁厚效应对横向受力焊缝疲劳强度的影响。国内外大量的疲劳试验采用的试件钢板厚度一般都小于25mm。
对于板厚大于25mm的构件和连接，主要是横向角焊缝和对接焊缝等横向传力焊缝，试验和理论分析表明，由于板厚引起的焊趾位置的应力集中或应力梯度变化，疲劳强度随着板厚的增加有一定程度的降低，因此需要对容许应力幅针对具体的板厚进行修正。板厚修正系数γt的计算公式(16.2.1-7)参考了国际上钢结构疲劳设计规范，如日本标准JSSC，欧洲钢结构设计规范EC3。
考虑到非焊接与焊接构件以及连接的不同，即前者一般不存在很高的残余应力，其疲劳寿命不仅与应力幅有关，也与名义最大应力有关，因此为了疲劳强度计算统一采用应力幅的形式，对非焊接构件以及连接引入折算应力幅，以考虑σmax的影响。折算应力幅的表达方式为：

式中：k——系数，按《钢结构设计规范》TJ?17-74规定：对主体金属：3号钢取k＝0.5，16Mn钢取k＝0.6；对角焊缝：3号钢取k＝0.8，16Mn钢取k＝0.85；
[δp0]——应力比ρ(ρ＝σmin/σmax)＝0时疲劳容许拉应力，其值与[△σ]相当。
在《钢结构设计规范》TJ?17-74中，[σp0]考虑了欠载效应系数1.15和动力系数1.1，故其值较高。但本条仅考虑常幅疲劳，应取消欠载效应系数，且[△σ]是试验值，已包含动载效应，所以亦不考虑动力系数。因此[△σ]的取值相当于[σp0]/(1.15×1.1)＝0.79[σp0]。另外88版规范以高强螺栓摩擦型连接和带孔试件为代表，将试验数据统计分析，取k＝0.7，因此△σ＝σmax—0.7σmin。
原规范之前的修订工作，针对常幅疲劳容许应力幅做了两方面的工作，一是收集和汇总各种构件和连接形式的疲劳试验资料；二是以几种主要的形式为出发点，把众多的构件和连接形式归纳分类，每种具体连接以其所属类别给出S-N疲劳曲线和相关参数。为进行统计分析工作，汇集了国内现有资料，个别连接形式(如T形对接焊接等)适当参考了国外资料。根据不同钢号、不同尺寸的同一连接形式的所有试验资料，汇总后按应力幅计算式进行统计分析，以95％置信度取2×106次疲劳应力幅下限值，也就是疲劳试验数据线性回归值(平均值)减去2倍标准差。按各种连接形式疲劳强度的统计参数[非焊接连接形式考虑了最大应力(应力比)实际存在的影响]，以构件母材、高强度螺栓连接、带孔、翼缘焊缝、横向加劲肋、横向角焊缝连接和节点板连接等几种主要形式为出发点，适当照顾S-N曲线族的等间距设置，把连接方式和受力特点相似、疲劳强度相近的形式归成同一类，最后确定构件和连接分类有8种。分类后，需要确定S-N曲线斜率值，根据试验结果，绝大多数焊接连接的斜率在—3.0～—3.5之间，部分介于—2.5～—3.0之间，构件母材和非焊接连接则按斜率小于—4，为简化计算取用3和4两种斜率，而在N＝2×106次疲劳强度取值略予调整，以免在低循环次数出现疲劳强度过高的现象。S-N曲线确定后，可据此求出任何循环次数下的容许应力幅(即疲劳强度)。
近20多年来，世界上一些先进国家在钢结构疲劳性能和设计方面开展了大量基础性的试验研究工作，取得了许多成果，发展了钢结构疲劳设计水平，提出了许多构造细节的疲劳强度数据，而我国这方面所做的基础性工作十分有限。鉴于此现状，本次标准修订时，对国际上各国的研究状况和成果进行了广泛的调研和对比分析，在保持原规范疲劳设计已有特点的基础上，借鉴和吸收了欧洲钢结构设计规范EC3钢结构疲劳设计的概念和做法，增加了许多新的内容，使我国可进行钢结构疲劳计算的构造细节更加丰富，具体如下：
1 将原来8个类别的S-N曲线增加到：针对正应力幅疲劳计算的，有14个类别，为Z1～Z14(见正文表16.2.1-1)；针对剪应力幅疲劳计算的，有3个类别，为J1～J3(详见正文表16.2.1-2)。
2 原来的类别1和2保持不变，即为现在的类别Z1和Z2。原来的类别3、4、5、6、7、8分别放入到最接近现在的类别Z4、Z5、Z6、Z7、Z8、Z10中，在N＝2×102时的新老容许应力幅的差别均在5％以内，在工程上可以接受。原来针对角焊缝疲劳计算的类别8，放入到现在的类别J1。
3 国际上研究表明，对变幅疲劳问题，低应力幅在高周循环阶段的疲劳损伤程度有所较低，且存在一个不会疲劳损伤的截止限。为此，针对正应力幅疲劳强度计算的S-N曲线，在N＝5×102次之前的斜率为βZ，在N＝5×102～1×108次之间的斜率为βZ＋2(见图46)。但是，针对剪应力幅疲劳强度计算的S-N曲线，斜率保持仍不变，为βJ(见图47)。无论是正应力幅还是剪应力幅，均取N＝1×108次时的应力幅为疲劳截止限。
4 在保持原规范19个项次的构造细节的基础上，新增加了23个细节，构成共计38个项次，并按照非焊接、纵向传力焊缝、横向传力焊缝、非传力焊缝、钢管截面、剪应力作用等情况将构造细节进行归类重新编排，同时构造细节的图例表示得更清楚，见附录表K-1～K-6。
表22以200万次的疲劳强度为例，给出了原有构造细节在修订前后的比较，并指明了新增加的构造细节。欧洲钢结构设计规范EC3构造细节的疲劳强度确定的方法与我国是一致的，即依据疲劳试验数据的线性回归值(平均值)减去2倍标准差。
表22 各构造细节200万次的类别及其疲劳强度(针对附录K-1～K-6)

正应力幅及剪应力幅的疲劳强度S-N曲线见图46、图47。

图46 关于正应力幅的疲劳强度S-N曲线

16.2.2 对不满足第16.2.1条中式(16.2.1-1)(正应力幅疲劳)、式(16.2.1-4)(剪应力幅疲劳)的常幅疲劳问题，应按照结构预期使用寿命，采用式(16.2.2-1)、式(16.2.2-5)进行疲劳强度计算。
原规范第6.2.1条对常幅疲劳的计算，无论正应力幅大小如何，将S-N曲线的斜率βz保持不变，并且一直往下延伸。本次标准修订时，本条文正应力幅的常幅疲劳计算为了与第16.2.3条的变幅疲劳计算相协调和合理衔接，对应力循环次数n在5×106之内的容许正应力幅计算，S-N曲线的斜率采用βz；对应力循环次数n在5×106与1×108之间的容许正应力幅计算，S-N曲线的斜率采用βz＋2。同时，对正应力幅和剪应力幅的常幅疲劳计算，都在应力循环次数n＝1×108处分别设置疲劳截止限[△σL]和[△τL]。

16.2.3 本条为原规范第6.2.2条和第6.2.3条的综合补充说

图47 关于剪应力幅的疲劳强度S-N曲线
明。对不满足本标准第16.2.1条中式(16.2.1-1)(正应力幅疲劳)、式(16.2.1-4)(剪应力幅疲劳)的变幅疲劳问题，提供了按照结构预期使用寿命的等效常幅疲劳强度的计算方法。实际结构中重复作用的荷载，一般并不是固定值，若能根据结构实际的应力状况(应力的测定资料)，并按雨流法或泄水法等计数方法进行应力幅的频次统计、预测或估算得到结构的设计应力谱，则可按本条将变幅疲劳转换为应力循环200万次常幅疲劳计算。
假设设计应力谱包括应力幅水平△σ1、△σ2、…、△σi、…及对应的循环次数n1、n2、…ni、…，然后按目前国际上通用的Miner线性累计损伤定律进行计算，其原理如下：
计算部位在某应力幅水平△σi作用有ni次循环，由S-N曲线计算得△σi对应的疲劳寿命为Ni，则△σi应力幅所占损伤率为ni/Ni，对设计应力谱内所有应力幅均做类似的损伤计算，则得：

从工程应用的角度，粗略地可认为当∑(ni／Ni)＝1时发生疲劳破坏。
计算疲劳累计损伤时还应涉及S-N曲线斜率的变化和截止应力问题。国际上的研究表明：对变幅疲劳问题，常幅疲劳所谓的疲劳极限并不适用；随着疲劳裂纹的扩展，一些低于疲劳极限的低应力幅将成为裂纹扩展的应力幅而加速疲劳累积损伤；低应力幅比高应力幅的疲劳损伤作用要弱，并且也不是任何小的低应力幅都有疲劳损伤作用，小到一定程度就没有损伤作用了。
原规范采用最简单的损伤处理方式，即保持S-N曲线的斜率不变，认为高应力幅与低应力幅具有相同的损伤效应，且无论多少小的应力幅始终存在损伤作用，这是过于保守的做法，并不切合实际。为此，本次标准修订时，采用欧洲钢结构设计规范EC3国际上认可的做法，即采用本标准第16.2.1条文说明中3的方法来处理低应力幅的损伤作用。
按照图46与图47及以上Miner损伤定律，可将变幅疲劳问题换算成应力循环200万次的等效常幅疲劳进行计算。以变幅疲劳的等效正应力幅为例(图47)，推导过程如下：
设有一变幅疲劳，其应力谱由(△σi，ni)和(△σj，nj)两部分组成，总应力循环∑ni＋∑nj次后发生疲劳破坏，则按照S-N曲线的方程，分别对每i级的应力幅△σi、频次ni和j级的应力幅△σj、频次nj有：

式中：CZ、C′Z——斜率βZ和βZ＋2的S-N曲线参数。
由于斜率βZ与βZ＋2的两条S-N曲线在N＝5×106处交汇，则满足下式：

16.2.4 本条为原规范第6.2.3条的补充说明。本条提出适用于重级工作制吊车梁和重级、中级工作制吊车桁架的简化的疲劳计算公式(16.2.4-1)、式(16.2.4-2)。88版规范在修订时，为掌握吊车梁的实际应力情况，实测了20世纪70年代一些有代表性的车间吊车梁。根据吊车梁应力测定资料，按雨流法进行应力幅频次统计，得到几种主要车间吊车梁的设计应力谱以及用应力循环次数表示的结构设计寿命，并推导了各类车间实测吊车梁的等效应力幅αf△σ，此处△σ为设计应力谱中最大的应力幅，αf为变幅荷载的欠载效应系数。因不同车间实测的应力循环次数不同，为便于比较，统一以n＝2×106次的疲劳强度为基准，进一步折算出相对的欠载效应等效系数αf，结果如表23所示：
表23 不同车间的欠载效应等效系数

分析测定数据时，都将最大实测值视为吊车满负荷设计应力△σ，然后划分应力幅水平级别。事实上，实测应力与设计应力相比，随车间生产工艺的不同(吊车吊重物后，实际运行位置与设计采用的最不利位置不完全相符)而有悬殊差异。如均热炉车间正常的最大实测应力为设计应力的80％以上，炼钢车间为设计应力的50％左右，而水压机车间仅为设计应力的30％。
考虑到实测条件中的应力状态，难以包括长期使用时各种错综复杂的状况，忽略这一部分欠载效益是偏于安全的。
根据实测结果，提出本标准表16.2.4供吊车梁疲劳计算的αf值：A6、A7、A8工作级别的重级工作制硬钩吊车取用1.0，A6、A7工作级别的重级工作制软钩吊车为0.8。有关A4、A5工作级别的中级工作制吊车桁架需要进行疲劳验算的规定，是由于实际工程中确有使用尚属频繁而满负荷率较低的一些吊车(如机械工厂的金工、锻工车间)，特别是当采用吊车桁架时，有补充疲劳验算的必要，故根据以往分析资料(中级工作制欠载约为重级工作制的1.3倍)推算出相应于n＝2×106的αf值约为0.5。至于轻级工作制吊车梁和吊车桁架以及大多数中级工作制吊车梁，根据多年来使用的情况和设计经验，可不进行疲劳计算。
需要说明的是：表23的计算结果都是基于当时有关“低应力幅与高应力幅有着相同损伤作用(即斜率保持不变)，且无论如何小的低应力幅始终有损伤作用”这一保守方法的处理结果，得到的欠载效应等效系数αf会偏高，实际上应该有所减小。然而近30年来工业厂房吊车梁的应用状况发生了很大的变化，吊车使用的频繁程度大幅度提高，依据近10年来的测试数据，采用与88版规范相同的分析方法，得出欠载效应等效系数αf相比过去已有所提高。由于此消彼长的因素，故自88版规范修订以来提出的欠载效应等效系数αf在数值上目前还是适用于吊车梁的疲劳强度计算。

16.3.1 本条基本沿用原规范第8.2.4条的一部分，同时参考《钢结构焊接规范》GB 50661-2011第5.7节的规定。本节的构造要求主要针对直接承受动力荷载且需计算疲劳的结构的构造要求。

16.3.2 本条基本沿用原规范第8.5节。增加了直角式突变支座的相关规定。
宝钢一期工程中，日本设计的吊车梁构件采用圆弧式突变支座，西德设计的则采用直角式突变支座。宝钢采用圆弧式突变支座的重级工作制变截面吊车梁，由于腹板在与圆弧端封板连接附近沿切向和径向呈双向受拉工作状态，使用10年左右普遍出现疲劳裂缝。直角式突变支座有较好的抗疲劳性能，宝钢、中冶赛迪、中冶京诚等单位都结合实际工程进行了试验研究或有限元分析。一般情况下，本标准图16.3.2-3的直角式突变支座构造中，在h1高度范围内的竖向端封板厚度可取与腹板等厚，并与插入板坡口焊接；插入板厚度不小于1.5倍腹板厚度，在b长度范围内开槽并与腹板焊接。大量工程实践表明，采用图16.3.2-3直角式突变支座构造的吊车梁，迄今尚未见有出现疲劳裂缝的情况。
直角式突变支座与圆弧式突变支座相比，造价和工厂制作的方便程度相当，因此条文要求存在疲劳破坏可能性的中级工作制变截面吊车梁、高架道路变截面钢梁等皆宜采用直角式突变支座，而不宜采用圆弧式突变支座。无论直角式突变支座还是圆弧式突变支座都不宜用于重级工作制吊车梁。

16.4.1、16.4.2 这两条为原规范第8.7.1条的补充。从结构及构件的形式、材料的选用、焊缝的布置和焊接施工方面提出了定性的要求。
根据苏联对脆断事故调查的结果，格构式板式节点桁架结构占事故总数的48％，而梁结构仅占18％，板结构占34％，可见桁架结构板式节点容易发生脆断。以往由于钢结构在寒冷地区很少使用，因此脆断情况并不严重，近年来，寒冷地区脆断事故时有发生，因此增加了防脆断设计的要求。

16.4.3 本条沿用原规范第8.7.2条，从焊接结构的构造方面作出规定。

16.4.4 本条沿用原规范第8.7.3条，从施工方面作出规定。其中对受拉构件钢材边缘加工要求的厚度限值(≤10mm)，是根据苏联1981年规范表84中在空气温度T≥—30℃的地区，考虑脆断的应力折减系数为1.0而得出的。
虽然在我国的寒冷地区过去很少发生脆断问题，但当时的建筑物都不大，钢材亦不太厚。根据“我国低温地区钢结构使用情况调查”(《钢结构设计规范》材料二组低温冷脆分组，1973年1月)，所调查构件的钢材厚度为：吊车梁不大于25mm，柱子不大于20mm，屋架下弦不大于10mm。随着大型钢结构建筑的兴建，钢材厚度的增加以及对结构安全重视程度的提高，钢结构的防脆断问题理应在设计中加以考虑。我们认为若能在构造上采取本节所提出的措施，对提高结构抗脆断的能力肯定是有利的，从我国目前的国情来看，亦是可以做得到的，不会增加多少投资。同时为了缩小应用范围以节约投资，建议在T≤—20℃的地区采用。在T＞—20℃的地区，对重要结构亦宜在受拉区采用一些减少应力集中和焊接残余应力的构造措施。

16.4.5 本条为此次修订新增的内容，对于特别重要或特殊的结构构件和连接节点，如板厚大于50mm的厚板或超厚板构件和节点、承受较大冲击荷载的构件和节点、低温和疲劳共同作用的构件和节点、强腐蚀或强辐射环境中的构件和节点等，可采用断裂力学的方法对结构构件和连接节点进行抗脆断验算。采用断裂力学方法进行构件和连接的抗脆断验算，包括含初始缺陷构件、连接节点的断裂力学参量的计算和材料断裂韧性的选取等两方面。断裂力学参量的计算首先是需要确定初始缺陷模型，可参考构件和连接的疲劳类别、施工条件、工程质量验收规范、当前的施工水平、探伤水平等因素，假定初始缺陷的位置、形状和尺寸；断裂力学参量的计算当受力状态和几何条件较为简单时可采用简化裂纹模型，当受力状态和几何条件复杂时可采用数值模型。材料断裂韧性的确定可利用已有的相应材料的断裂韧性值，当缺乏数据时需要通过试验对材料的断裂韧性进行测定，可按现行国家标准《金属材料?准静态断裂韧度的统一试验方法》GB/T 21143进行。具体步骤如下：
1 根据构件和连接的疲劳类别，以及结构构件的受力特征和应力状态，确定存在脆性断裂危险的构件和连接节点；根据疲劳类别的细节、质量验收要求等，假定构件和连接中可能存在的初始缺陷的位置、形状和尺寸；
2 选取断裂力学参数和断裂判据，如线弹性条件下的应力强度因子K判据，弹塑性条件下的围道积分J判据、裂纹尖端张开位移CTOD判据等；对含初始缺陷的结构构件或连接节点进行断裂力学计算，得到设计应力水平下的裂纹尖端断裂参量KI、JI或CTOD；
3 确定相应设计条件(温度、板厚、焊接等)下，构件和连接节点材料的断裂韧性，如平面应变断裂韧度KIC、延性断裂韧度JIC和裂纹尖端张开位移CTOD特征值等；
4 选取合理的断裂判据，对断裂力学计算得到的设计应力水平下的断裂参量和相应设计条件下的材料断裂韧性进行比较，从而完成抗脆断验算。

近年来，随着国家经济形势的变化，钢结构的应用急剧增加，结构形式日益丰富。不同结构体系和截面特性的钢结构，彼此间结构延性差异较大，为贯彻国家提出的“鼓励用钢、合理用钢”的经济政策，根据现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011及《构筑物抗震设计规范》GB 50191规定的抗震设计原则，针对钢结构特点，增加了钢结构构件和节点的抗震性能化设计内容。根据性能化设计的钢结构，其抗震设计准则如下：验算本地区抗震设防烈度的多遇地震作用的构件承载力和结构弹性变形(小震不坏)、根据其延性验算设防地震作用的承载力(中震可修)、验算其罕遇地震作用的弹塑性变形(大震不倒)。
本章所有规定均针对结构体系中承受地震作用的结构部分。虽然结构真正的设防目标为设防地震，但由于结构具有一定的延性，因此无需采用中震弹性的设计。在满足一定强度要求的前提下，让结构在设防地震强度最强的时段到来之前，结构部分构件先行屈服，削减刚度，增大结构的周期，使结构的周期与地震波强度最大时段的特征周期避开，从而使结构对地震具有一定程度的免疫功能。这种利用某些构件的塑性变形削减地震输入的抗震设计方法可降低假想弹性结构的受震承载力要求。基于这样的观点，结构的抗震设计均允许结构在地震过程中发生一定程度的塑性变形，但塑性变形必须控制在对结构整体危害较小的部位。如梁端形成塑性铰是可以接受的，因为轴力较小，塑性转动能力很强，能够适应较大的塑性变形，因此结构的延性较好；而当柱子截面内出现塑性变形时，其后果就不易预料，因为柱子内出现塑性铰后，需要抵抗随后伴随侧移增加而出现的新增弯矩，而柱子内的轴力由竖向重力荷载产生的部分无法卸载，这样结构整体内将会发生较难把握的内力重分配。因此抗震设防的钢结构除应满足基本性能目标的承载力要求外，尚应采用能力设计法进行塑性机构控制，无法达成预想的破坏机构时，应采取补偿措施。
另外，对于很多结构，地震作用并不是结构设计的主要控制因素，其构件实际具有的受震承载力很高，因此抗震构造可适当降低，从而降低能耗，节省造价。
众所周知，抗震设计的本质是控制地震施加给建筑物的能量，弹性变形与塑性变形(延性)均可消耗能量。在能量输入相同的条件下，结构延性越好，弹性承载力要求越低，反之，结构延性差，则弹性承载力要求高，本标准简称为“高延性-低承载力”和“低延性-高承载力”两种抗震设计思路，均可达成大致相同的设防目标。结构根据预先设定的延性等级确定对应的地震作用的设计方法，本标准称为“性能化设计方法”。采用低延性-高承载力思路设计的钢结构，在本标准中特指在规定的设防类别下延性要求最低的钢结构。
17.1.1 我国是一个多地震国家，性能化设计的适用面广，只要提出合适的性能目标，基本可适用于所有的结构，由于目前相关设计经验不多，本章的适用范围暂时压缩在较小的范围内，在有可靠的设计经验和理论依据后，适用范围可放宽。
由于现行国家标准《构筑物抗震设计规范》GB 50191的抗震设计原则与现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011-致，因此本章既适用于建筑物，又适用于构筑物。
结构遵循现有抗震规范的规定，采用的也是某种性能化设计的手段，不同点仅在于地震作用按小震设计意味着延性仅有一种选择，由于设计条件及要求的多样化，实际工程按照某类特定延性的要求实施，有时将导致设计不合理，甚至难以实现。
大部分钢结构构件由薄壁板件构成，因此针对结构体系的多样性及其不同的设防要求，采用合理的抗震设计思路才能在保证抗震设防目标的前提下减少结构的用钢量。如虽然大部分多高层钢结构适合采用高延性-低承载力设计思路，但对于多层钢框架结构，在低烈度区，采用低延性-高承载力的抗震思路可能更为合理，单层工业厂房也更适合采用低延性-高承载力的抗震思路，本章可为工程师的选择提供依据。满足本章规定的钢结构无需满足现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011及《构筑物抗震设计规范》GB 50191中针对特定结构的构造要求和规定。应用本章规定时尚应根据各类建筑的实际情况选择合适的抗震策略，如高烈度区民用高层建筑不应采用低延性结构。

17.1.2 本章条文主要针对标准设防类钢结构。本标准采用延性等级反映构件延性，承载性能等级反映构件承载力，延性等级和承载性能等级的合理匹配实现“高延性-低承载力、低延性-高承载力”的设计思路。对于不同设防类别的设防标准，本标准按现行国家标准《建筑工程抗震设防分类标准》GB 50223规定的原则，在其他要求一致的情况下，相对于标准设防类钢结构，重点设防类钢结构拟采用承载性能等级保持不变、延性等级提高一级或延性等级保持不变、承载性能等级提高一级的设计手法，特殊设防类钢结构采用承载性能等级保持不变、延性等级提高两级或延性等级保持不变、承载性能等级提高两级的设计手法，在延性等级保持不变的情况下，重点设防类钢结构承载力约提高25％，特殊设防类钢结构承载力约提高55％。

17.1.3 本条为现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011性能化设计指标要求的具体化。本章钢结构抗震设计思路是进行塑性机构控制，由于非塑性耗能区构件和节点的承载力设计要求取决于结构体系及构件塑性耗能区的性能，因此本条仅规定了构件塑性耗能区的抗震性能目标。对于框架结构，除单层和顶层框架外，塑性耗能区宜为框架梁端；对于支撑结构，塑性耗能区宜为成对设置的支撑；对于框架-中心支撑结构，塑性耗能区宜为成对设置的支撑、框架梁端；对于框架-偏心支撑结构，塑性耗能区宜为耗能梁段、框架梁端。
完好指承载力设计值满足弹性计算内力设计值的要求，基本完好指承载力设计值满足刚度适当折减后的内力设计值要求或承载力标准值满足要求，轻微变形指层间侧移约1/200时塑性耗能区的变形，显著变形指层间侧移为1/50～1/40时塑性耗能区的变形。“多遇地震不坏”，即允许耗能构件的损坏处于日常维修范围内，此时可采用耗能构件刚度适当折减的计算模型进行弹性分析并满足承载力设计值的要求，故称之为“基本完好”。

17.1.4 为引导合理设计，避免不必要的抗震构造，本条对标准设防类的建筑根据设防烈度和结构高度提出了构件塑性耗能区不同的抗震性能要求范围，由于地震的复杂性，表17.1.4-1仅作为参考，不需严格执行。抗震设计仅是利用有限的财力，使地震造成的损失控制在合理的范围内，设计者应根据国家制定的安全度标准，权衡承载力和延性，采用合理的承载性能等级。
需要特别指出的是本条第1款，结构满足多遇地震下承载力要求，并不是要求结构所有构件满足小震承载力设计要求，比如偏心支撑的耗能梁段在多遇地震作用下即可进入塑性状态，另外，进行小震计算时，仅塑性耗能区屈服的结构可考虑刚度折减。实际上按照本章通过能力设计后，满足设防地震作用下考虑性能系数的承载力要求后，在多遇地震作用下，除塑性耗能区外，通常其余构件与节点可处于弹性状态并满足设计承载力要求。因此侧移限值要求和现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011一致即能保证当遭受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。
钢结构的性能化抗震设计可通过以下四个方面实现：
1 根据结构要求的不同，选用不同的性能系数，见表17.2.2-1。一般来说，由于地震作用的不确定性，对于结构来说，延性比承载力更为重要，因此，对于多高层民用钢结构，首先必须保证必要的延性，一般应采用高延性-低承载力的设计思路；而对于工业建筑，为降低造价，宜采用低延性-高承载力的设计思路。
2 按高延性-低承载力思路进行的设计，采用下列措施进行延性开展机构的控制：
1)采用能力设计法，进行塑性开展机构的控制；
2)引入非塑性耗能区内力调整系数，引导构件相对强弱符合延性开展的要求；
3)引入相邻构件材料相对强弱系数，确保延性开展机构的实现。
3 根据不同的性能要求，采用不同的抗震构造。
4 通过对承载力和延性间权衡，使得结构在相同的安全度下，更具经济性。
为避免结构在罕遇地震下倒塌，除单层钢结构外，当结构延性较差时，宜提高侧移要求，即层间位移角限值要求适当加严。
本条表17.1.4-2为实现高延性-低承载力、低延性-高承载力设计思路的具体规定。不同结构对不同楼层的延性需求均不相同，在大多数情况下，结构底层是所有楼层延性需求最高的部分，为简化设计，整个结构可采用相同的结构构件延性等级来保证满足延性需求，当不同楼层的实际性能系数明显不同时，各楼层也可采用不同的结构构件延性等级。
当按本标准进行性能化设计，采用低延性-高承载力设计思路时，无须进行机构控制验算，本标准第17.2.4条～第17.2.12条为机构控制验算的具体规定，但当性能系数小于1时，支撑系统构件尚应考虑压杆屈曲和卸载的影响。

17.1.5 本条为性能化设计的基本原则，本标准第17.2节及第17.3节为这些原则的具体化，塑性耗能区性能系数取值最低，关键构件和节点取值较高，关键构件和节点可按下列原则确定：
1 通过增加其承载力保证结构预定传力途径的构件和节点；
2 关键传力部位；
3 薄弱部位。
柱脚、多高层钢结构中低于1/3总高度的框架柱、伸臂结构竖向桁架的立柱、水平伸臂与竖向桁架交汇区杆件、直接传递转换构件内力的抗震构件等都应按关键构件处理。关键构件和节点的性能系数不宜小于0.55。
采用低延性-高承载力设计思路时，本条要求可适当放宽。

17.1.6 本条是对有抗震设防要求的钢结构的材料要求。
1 良好的可焊性和合格的冲击韧性是抗震结构的基本要求，本款规定了弹性区钢材在不同的工作温度下相应的质量等级要求，基本与需验算疲劳的非焊接结构的性能相当；弹性区在强烈地震作用下仍处于弹性设计阶段，因此可适当降低对材料屈强比要求，一般来说，屈强比不应高于0.9，但此时应采取可靠措施保证其处于弹性状态。
2 本款要求与现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011及《构筑物抗震设计规范》GB 50191类似，但增加了对结构屈服强度上限的规定。
根据材料调研结果显示，我国钢材平均屈服强度是名义屈服强度的1.2倍，离散性很大，尤其是Q235钢，由于实际工程中经常发生高钢号钢材由于各种原因降级使用的情况，因此，为了避免塑性铰发生在非预期部位，补充规定了塑性耗能区钢材应满足屈服强度实测值不高于上一级钢材屈服强度的条件。值得特别注意的是本标准规定的材料要求，是对加工后的构件的要求，我国目前很多型材的材质报告，给出的是型材加工前的钢材特性。设计人员应避免选择在加工过程中已损失部分塑性的钢材作为塑性耗能区的钢材。当超强系数按ηy＝fy,act/fy计算确定时，塑性耗能区钢材可不满足屈服强度实测值不高于上一级钢材屈服强度的条件。fy,act为塑性耗能区钢材屈服强度实测值；fy为塑性耗能区钢材设计用屈服强度。
3 按照钢结构房屋连接焊缝的重要性，并参照AISC341-05规范，首次提出了关键性焊缝的概念，4条关键性焊缝分别为：
1)框架结构的梁翼缘与柱的连接焊缝；
2)框架结构的抗剪连接板与柱的连接焊缝；
3)框架结构的梁腹板与柱的连接焊缝；
4)节点域及其上下各600mm范围内的柱翼缘与柱腹板间或箱形柱壁板间的连接焊缝。
本款主要是为了保证焊缝和构件具有足够的塑性变形能力，真正做到“强连接弱构件”和实现设计确定的屈服机制。

17.1.7 由于地震作用的不确定性，抗震设计最重要的是概念设计，当结构均匀对称并具有清晰直接的地震力传递路径时，则对地震性能的预测更为可靠。比如，当竖向不均匀则可能出现应力集中或产生延性要求较高的区域而导致结构过早破坏，如首层为薄弱层时，屈服将限制在第一层，我们在汶川地震见到了许多此类破坏案例，当然隔震设计也是利用此原理进行。因此，按本章进行性能化设计时，除采用低延性-高承载力设计思路且采用地震危害较小的结构外，应符合现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011第1章～第5章的规定。

为保证结构按设计预定的破坏路径进行，应满足本节各条文的规定。在进行各构件承载力计算时，抗弯强度标准值应按屈服强度fy采用，抗剪强度标准值应按0.58fy采用，γxWx、γyWy可根据截面宽厚比等级按表17.2.2-2中WE采用。计算重力荷载代表值产生的效应时，可采用本标准第10章塑性及弯矩调幅设计。
17.2.1 本条第5款的规定原因如下：构成支撑系统的支撑实际会承担竖向荷载，但地震作用下这些抗侧力构件将首先达到极限状态，随着地震的往复作用，这些构件承载力将出现退化，导致原先承受的竖向力重新转移到相邻柱子。
采用弹性计算模型进行弹塑性设计时，需要选用合适的计算模型，采用合理的计算假定。
另外，由于允许结构进入塑性，因此阻尼比可采用0.05。

17.2.2 所有构件性能系数均根据本条要求采用。
1 本款采用非塑性耗能区内力调整系数βe区分结构中不同构件的差异化要求，对于关键构件和节点，非塑性耗能区内力调整系数需要适当增大。
2 由于塑性耗能区即为设计预定的屈服部位，其性能系数依据塑性耗能区的实际承载力确定，即结构在设防地震作用下，按弹性设计所需屈服强度的折减系数，由此可知，当性能系数符合表17.2.2-1的规定时，塑性耗能区无需进行承载力验算。
在《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010第3.4节中，对建筑的规则性作了具体的规定，当结构布置不符合抗震规范规定的要求时，结构延性将受到不利影响，承载力要求必须提高。在欧洲抗震设计规范EC8：Design of structures for earthquack re-sistance中，不规则系数一般取为1.25。
由于机构控制即控制结构的破坏路径，所以非塑性耗能区的性能系数必须高于塑性耗能区，本标准非塑性耗能区内力调整系数采用1.1ηy，1.1是考虑材料硬化，ηy是考虑实际屈服强度超出设计屈服强度，当超强系数取值太高，将增加结构的用钢量；太低，则现有钢材合格率太低，综合权衡，本标准采用了结合钢号考虑的系数。
由于普通支撑结构延性较差，因此计算支撑结构的性能系数时除以1.5的系数。
框架-中心支撑结构中，为了接近框架结构的能量吸收能力，支撑系统的承载力根据其剪力分担率的不同乘以相应的增大系数。
结构的抗震设计具有循环论证、自我实现的性质，即塑性耗能区构件承载力越高，则结构的地震作用越大。当取某一性能系数乘以设防地震作用作为地震作用，进行内力分析并据此验证塑性耗能区构件满足承载力要求时，则塑性耗能区构件的性能系数将不低于事先设定的性能系数，这种性质可极大地简化性能化设计方法。

17.2.4 框架-中心支撑结构中非支撑系统的框架梁计算与框架结构的框架梁相同，此时可采用支撑屈曲后的计算模型。
支撑斜杆应在支撑与梁柱连接节点失效、支撑系统梁柱屈服或屈曲前发生屈服。根据研究，受压支撑的卸载系数与长细比有关，如图48所示。

图48 ?受压支撑卸载系数与支撑正则化长细比的关系
为了保证屈曲约束支撑在预期的楼层侧移下，拉压支撑均达到屈服，梁应有足够的刚度。梁在恒载和支撑最大拉压力组合下的变形要求参考了美国抗震规范FEMA450(2003)8.6.3.4.1.2款的规定。
本条第4款是考虑支撑杆件屈曲后压杆卸载情况的影响，与《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010第9.2.10条的规定基本一致。

17.2.5 强柱弱梁免除验算条款的说明如下：
1 多层框架的顶层柱顶不会随着侧移的增加而出现二阶弯矩，弯矩不会增大，而按照塑性屈服面的规则，弯矩不增大，轴力就无需减小，因此在顶层的柱顶形成塑性铰，没有不利影响；单层框架柱顶形成塑性铰，只是演变为所谓的排架，结构不丧失稳定性；
2 当规则框架层受剪承载力比相邻上一层的受剪承载力高出25％时，表明本层非薄弱层，因此层间侧移发展有限，无需满足强柱弱梁的要求；
3 当柱子提供的受剪承载力之和不超过总受剪承载力的20％时，此类柱子承担的剪力有限，因此无需满足强柱弱梁的要求；
4 非耗能梁端、柱子和斜撑形成了一个几何不变的三角形，梁柱节点不会发生相对的塑性转动，因此无需满足强柱弱梁的要求。

17.2.6 本条为钢构件的延性要求，目的是避免构件在净截面处断裂。

17.2.9 本条与《建筑抗震设计规范》GB 50011-2010第8.2.8条第2款～第5款的规定基本一致，但未包括梁的拼接。塑性耗能区最好不设拼接区，当无法避免时，应考虑剪应力集中于腹板中央区。
栓焊混合节点，因为腹板采用螺栓连接，螺栓孔孔径比栓径大1.5mm～2.5mm，在罕遇地震作用下，螺栓克服摩擦力滑动，滑动过程也是剪应力重分布过程，滑移后，上、下翼缘的焊缝承担了不该承担的剪应力，导致上、下翼缘，特别是下翼缘焊缝的开裂，因此应优先采用能够把塑性变形分布在更长长度上的延性较好的改进型工艺孔。
另外，考虑到极限状态时高强螺栓一般已滑移，因此计算高强螺栓的极限承载力应按螺杆剪断或连接板拉断作为其极限破坏的判别，可按现行行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ 99计算。

17.2.10 参考日本相关规定，一般要求节点域不先于梁柱进入塑性；如果节点域先于梁柱屈服，则在框架二次设计的保有承载力(水平受剪承载力)验算时必须考虑节点域屈服带来的影响。考虑到我国规范体系尚未引入这类计算，因此当框架梁采用S1、S2级截面时，仍要求节点域不先于框架梁端屈服。公式表达为梁端全截面塑性弯矩的形式，中柱采用0.85的系数系考虑了H形截面梁全截面塑性弯矩一般为边缘屈服弯矩的1.15倍左右。
柱轴压比较小时一般无需考虑轴力对节点域承载力的影响。参考日本的相关规定，在轴压比超过0.4时，需进行节点域受剪承载力的修正。
本条节点域验算是基于节点验算满足强柱弱梁要求。当不满足强柱弱梁验算时，梁端的受弯承载力替换为柱端的受弯承载力即可。

17.2.11 交叉支撑的节点竖向不平衡剪力示意见图49。

图49 交叉支撑节点不平衡力示意

17.2.12 外露式柱脚是钢结构的关键节点，也是震害多发部位，其表现形式是锚栓剪断、拉断或拔出，原因就是锚栓的承载力不足。条文根据一般钢结构的连续性要求，结合抗震钢结构考虑结构延性采用折减的地震作用(或者小震)分析得到结构内力进行锚栓设计的特征，规定了柱脚锚栓群的最小截面积(最小抗拉承载力)。

本节各条文的目的是保证节点破坏不先于构件破坏，同时根据不同的结构延性要求相应的构造来保证设计的经济性。
17.3.1 由于地震作用为强烈的动力作用，因此节点连接应满足承受动力荷载的构造要求。另外，由于地震作用的不确定性，而截面板件宽厚比为S5级的构件延性较差，因此对其使用范围作了一定的限制。

17.3.2 本条是为保证塑性耗能区性能所作的规定。

17.3.3 在支撑系统之间直接与支撑系统构件相连的刚接钢梁可视为连梁。连梁可设计为塑性耗能区，此时连梁类似偏心支撑的消能梁段，当构造满足消能梁段的规定时，可按消能梁段确定承载力，否则按框架梁要求设计。

17.3.4 本条为保证框架结构抗震性能的重要规定，通过控制梁内轴力和剪力来保证潜在耗能区的塑性耗能能力。
本条第2款与欧洲抗震设计规范EC8第6.6.2条的规定类似但不相同。宝钢在本标准课题《腹板加肋框架梁柱刚性节点抗震性能研究》中，根据5个框架H形截面子结构试件的反复加载试验，并通过有限元分析发现，无加劲的平腹板梁，塑性机构转动点会偏离截面中心轴，而腹板中央的屈服和屈曲由剪应力控制，而且剪应力集中于腹板中央区；而设置纵向加劲肋可均化塑性铰区腹板中央集中的剪应力，使整个加劲区域的腹板应力场均匀分布。因此当塑性耗能区位于梁端时，梁端无纵向加劲肋的腹板剪力不大于截面受剪承载力50％的规定是恰当的，而只要纵向加劲肋设置合理，剪力可由腹板全截面承受。

17.3.5 一般情况下，柱长细比越大、轴压比越大，则结构承载能力和塑性变形能力越小，侧向刚度降低，易引起整体失稳。遭遇强烈地震时，框架柱有可能进入塑性，因此有抗震设防要求的钢结构需要控制的框架柱长细比与轴压比相关。
考虑压弯柱的结构整体弹塑性稳定性和柱塑性铰形成时的变形能力，控制长细比和轴压比的结构弹塑性失稳限界，可由弹塑性稳定分析求得。日本AIJ《钢结构塑性设计指针》采用解析并少量试验，提出满足N/NE≤0.25(NE——结构弹性屈曲对应的轴压力)即可避免结构整体屈曲引起的承载力显著降低。
为方便结构设计，引入轴压比N/Ny和长细比λ表示的控制条件，得：

式中：E——钢材的弹性模量；
fy——钢材的屈服强度。
轴压比N/Ny≤0.15时，轴压力较小，对结构失稳的影响也较小，最大长细比取150，可不考虑轴压比和长细比耦合。
表17.3.5与上述AIJ的要求基本等价。

17.3.6 比较美国、日本及钢结构设计规范EC3：Design of steel structures关于H形和箱形截面柱的节点域计算和宽厚比限值的规定，并总结试验数据提出本条要求。本条为低弹性承载力-高延性构造，高弹性承载力-低延性构造的具体体现。

17.3.7 本条改进型过焊孔及常规型过焊孔具体规定见现行行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ 99。

17.3.9 在采用梁端加腋、梁端换厚板、梁翼缘楔形加宽和上下翼缘加盖板等方法，如果能够做到加强后的柱表面处的梁截面的塑性铰弯矩等于(Wpbfyb＋Vpbs)(Vpb——梁内塑性铰截面的剪力；s——塑性铰至柱面的距离，也即梁开始变截面或开始加强的位置到柱表面的距离)可以预计梁加强段及其等截面部分长度内均能够产生一定的塑性变形，能够将对梁端塑性铰的转动需求分散在更长的长度上，从而改善结构的延性，或减小对节点的转动需求。

17.3.10 抗弯框架上覆混凝土楼板时，在地震作用下，梁端的塑性铰区受拉，因此钢柱周边的楼板钢筋应可靠锚固，钢筋可按图50设置。

                                图50 钢柱周边钢筋锚固示意图

17.3.12 中心支撑在各类结构中应用非常广泛，在地震往复荷载作用下，支撑必然经历失稳-拉直的过程，滞回曲线随长细比的不同变化很大。当长细比小时滞回曲线丰满而对称，当长细比大时，滞回曲线形状复杂、不对称，受压承载力不断退化，存在一个拉直的不受力的滑移阶段。因此支撑的长细比与结构构件延性等级相关。
在美国，中心支撑体系分为特殊中心支撑体系(SCB)和普通中心支撑体系(OCB)，前者的抗震性能更好，地震力可以取得更小。但是在对支撑杆的长细比的限值上，前者放得更宽。欧洲抗震设计规范EC8则规定，中心交叉支撑的长细比，对Q235，应该在120～196之间。日本也将长细比大于130的支撑杆与长细比为32～59之间的划为同一类，反而比长细比为59～130之间的更好，这是由于延性决定了结构的抗震能力。因此支撑设计时，长细比不是最关键的，关键的是防止局部屈曲部位过大的、集中的塑性变形而导致的开裂。长细比较大的支撑杆，因为传递的力较小，在节点部位更加容易设计成延性好的节点。长细比大的构件，结构的刚度小，更容易处在长周期范围，地震力更小。
虽然欧美同行认为长细比大的支撑，抗震性能更好，但配套的设计规定使得其应用是有条件的：美国AISC的SPSSB指出，每一列支撑，由受拉的支撑提供的抗力不得大于70％，也不得小于30％。如果水平力全由支撑承担，这意味着支撑杆的长细比对Q235不超过120。如果是框架-中心支撑体系，支撑长细比很大，受压承载力很小，则框架部分应能够承担30％～70％的水平地震作用。
本标准参照日本的规定，除普通钢结构外，将支撑分为3个等级，长细比大的放在第2个等级，并且规定了使用条件。同样的支撑，框架-中心支撑结构和支撑结构相比较具有更好的延性，延性等级更高。

17.3.13 本条第1款的规定使得结构在任意方向荷载作用下表现出相似的荷载变形特征，从而具有更好的延性。

17.3.14 本条第1款的规定是为了尽量减小应力集中，使节点板在支撑杆平面外屈曲时不至于产生过大的计算中未能考虑的应力而导致焊缝的过早破坏。

17.3.15 偏心支撑的设计基本上与现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的规定一致。