8.2 計算要點
8.2.1 鋼結構應按本節規定調整地震作用效應，其層間變形應符合本規范第5.5節的有關規定。構件截面和連接抗震驗算時，非抗震的承載力設計值應除以本規范規定的承載力抗震調整系數；凡本章未作規定者，應符合現行有關設計規范、規程的要求。
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8.2.1 鋼結構構件按地震組合內力設計值進行抗震驗算時，鋼材的各種強度設計值需除以本規范規定的承載力抗震調整系數γRE，以體現鋼材動靜強度和抗震設計與非抗震設計可靠指標的不同。國外采用許用應力設計的規范中，考慮地震組合時鋼材的強度通常規定提高1／3或30％，與本規范γRE的作用類似。
8.2.2 鋼結構抗震計算的阻尼比宜符合下列規定：
1 多遇地震下的計算，高度不大于50m時可取0.04；高度大于50m且小于200m時，可取0.03；高度不小于200m時，宜取0.02。
2 當偏心支撐框架部分承擔的地震傾覆力矩大于結構總地震傾覆力矩的50％時，其阻尼比可比本條1款相應增加0.005。
3 在罕遇地震下的彈塑性分析，阻尼比可取0.05。
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8.2.2 2001規范的鋼結構阻尼比偏嚴，本次修訂依據試驗結果適當放寬。采用屈曲約束支撐的鋼結構，阻尼比按本規范第12章消能減震結構的規定采用。
采用該阻尼比后，地震影響系數均按本規范第5章的規定采用。
8.2.3 鋼結構在地震作用下的內力和變形分析，應符合下列規定：
1 鋼結構應按本規范第3.6.3條規定計入重力二階效應。進行二階效應的彈性分析時，應按現行國家標準《鋼結構設計規范》GB 50017的有關規定，在每層柱頂附加假想水平力。
2 框架梁可按梁端截面的內力設計。對工字形截面柱，宜計入梁柱節點域剪切變形對結構側移的影響；對箱形柱框架、中心支撐框架和不超過50m的鋼結構，其層間位移計算可不計入梁柱節點域剪切變形的影響，近似按框架軸線進行分析。
3 鋼框架-支撐結構的斜桿可按端部鉸接桿計算；其框架部分按剛度分配計算得到的地震層剪力應乘以調整系數，達到不小于結構底部總地震剪力的25％和框架部分計算最大層剪力1.8倍二者的較小值。
4 中心支撐框架的斜桿軸線偏離梁柱軸線交點不超過支撐桿件的寬度時，仍可按中心支撐框架分析，但應計及由此產生的附加彎矩。
5 偏心支撐框架中，與消能梁段相連構件的內力設計值，應按下列要求調整：
1)支撐斜桿的軸力設計值，應取與支撐斜桿相連接的消能梁段達到受剪承載力時支撐斜桿軸力與增大系數的乘積；其增大系數，一級不應小于1.4，二級不應小于1.3，三級不應小于1.2；
2)位于消能梁段同一跨的框架梁內力設計值，應取消能梁段達到受剪承載力時框架梁內力與增大系數的乘積；其增大系數，一級不應小于1.3，二級不應小于1.2，三級不應小于1.1；
3)框架柱的內力設計值，應取消能梁段達到受剪承載力時柱內力與增大系數的乘積；其增大系數，一級不應小于1.3，二級不應小于1.2，三級不應小于1.1。
6 內藏鋼支撐鋼筋混凝土墻板和帶豎縫鋼筋混凝土墻板應按有關規定計算，帶豎縫鋼筋混凝土墻板可僅承受水平荷載產生的剪力，不承受豎向荷載產生的壓力。
7 鋼結構轉換構件下的鋼框架柱，地震內力應乘以增大系數，其值可采用1.5。
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8.2.3 本條規定了鋼結構內力和變形分析的一些原則要求。
1 鋼結構考慮二階效應的計算，《鋼結構設計規范》GB 50017-2003第3.2.8條的規定，應計入構件初始缺陷(初傾斜、初彎曲、殘余應力等)對內力的影響，其影響程度可通過在框架每層柱頂作用有附加的假想水平力來體現。
2 對工字形截面柱，美國NEHRP抗震設計手冊(第二版)2000年節點域考慮剪切變形的方法如下，可供參考：
考慮節點域剪切變形對層間位移角的影響，可近似將所得層間位移角與由節點域在相應樓層設計彎矩下的剪切變形角平均值相加求得。節點域剪切變形角的樓層平均值可按下式計算。
對箱形截面柱節點域變形較小，其對框架位移的影響可略去不計。
3 本款修訂依據多道防線的概念設計，框架-支撐體系中，支撐框架是第一道防線，在強烈地震中支撐先屈服，內力重分布使框架部分承擔的地震剪力必需增大，二者之和應大于彈性計算的總剪力；如果調整的結果框架部分承擔的地震剪力不適當增大，則不是“雙重體系”而是按剛度分配的結構體系。美國IBC規范中，這兩種體系的延性折減系數是不同的，適用高度也不同。日本在鋼支撐-框架結構設計中，去掉支撐的純框架按總剪力的40％設計，遠大于25％總剪力。這一規定體現了多道設防的原則，抗震分析時可通過框架部分的樓層剪力調整系數來實現，也可采用刪去支撐框架進行計算來實現。
4 為使偏心支撐框架僅在耗能梁段屈服，支撐斜桿、柱和非耗能梁段的內力設計值應根據耗能梁段屈服時的內力確定并考慮耗能梁段的實際有效超強系數，再根據各構件的承載力抗震調整系數，確定斜桿、柱和非耗能梁段保持彈性所需的承載力。2005AISC抗震規程規定，位于消能梁段同一跨的框架梁和框架柱的內力設計值增大系數不小于1.1，支撐斜桿的內力增大系數不小于1.25。據此，對2001規范的規定適當調整，梁和柱由原來的8度不小于1.5和9度不小于1.6調整為二級不小于1.2和一級不小于1.3，支撐斜桿由原來的8度不小于1.4和9度不小于1.5調整為二級不小于1.3和一級不小于1.4。
8.2.4 鋼框架梁的上翼緣采用抗剪連接件與組合樓板連接時，可不驗算地震作用下的整體穩定。
8.2.5 鋼框架節點處的抗震承載力驗算，應符合下列規定：
1 節點左右梁端和上下柱端的全塑性承載力，除下列情況之一外，應符合下式要求：
1)柱所在樓層的受剪承載力比相鄰上一層的受剪承載力高出25％；
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8.2.5 本條是實現“強柱弱梁”抗震概念設計的基本要求。
1 軸壓比較小時可不驗算強柱弱梁。條文所要求的是按2倍的小震地震作用的地震組合得出的內力設計值，而不是取小震地震組合軸向力的2倍。
參考美國規定增加了梁端塑性鉸外移的強柱弱梁驗算公式。骨形連接(RBS)連接的塑性鉸至柱面距離，參考FEMA350的規定，取(0.5～0.75)bf＋(0.65～0.85)hb／2(其中，bf和hb分別為梁翼緣寬度和梁截面高度)；梁端擴大型和加蓋板的連接按日本規定，取凈跨的1／10和梁高二者的較大值。強柱系數建議以7度(0.10g)作為低烈度區分界，大致相當于AISC的等級C，按AISC抗震規程，等級B、C是低烈度區，可不執行該標準規定的抗震構造措施。強柱系數實際上已隱含系數1.15。本次修訂，只是將強柱系數，按抗震等級作了相應的劃分，基本維持了2001規范的數值。
2 關于節點域。日本規定節點板域尺寸自梁柱翼緣中心線算起，AISC的節點域穩定公式規定自翼緣內側算起。本次修訂，擬取自翼緣中心線算起。
美國節點板域穩定公式為高度和寬度之和除以90，歷次修訂此式未變；我國同濟大學和哈爾濱工業大學做過試驗，結果都是1／70，考慮到試件板厚有一定限制，過去對高層用1／90，對多層用1／70。板的初始缺陷對平面內穩定影響較大，特別是板厚有限時，一次試驗也難以得出可靠結果。考慮到該式一般不控制，本次修訂擬統一采用美國的參數1／90。
研究表明，節點域既不能太厚，也不能太薄，太厚了使節點域不能發揮其耗能作用，太薄了將使框架側向位移太大，規范使用折減系數來設計。取0.7是參考日本研究結果采用。《高層民用建筑鋼結構技術規程》JGJ 99-98規定在7度時改用0.6，是考慮到我國7度地區較大，可減少節點域加厚。日本第一階段設計相當于我國8度；考慮7度可適當降低要求，所以按抗震等級劃分擬就了系數。
當兩側梁不等高時，節點域剪應力計算公式可參閱《鋼結構設計規范》管理組編著的《鋼結構設計計算示例》p582頁，中國計劃出版社，2007年3月。
2 人字支撐和V形支撐的框架梁在支撐連接處應保持連續，并按不計入支撐支點作用的梁驗算重力荷載和支撐屈曲時不平衡力作用下的承載力；不平衡力應按受拉支撐的最小屈服承載力和受壓支撐最大屈曲承載力的0.3倍計算。必要時，人字支撐和V形支撐可沿豎向交替設置或采用拉鏈柱。
注：頂層和出屋面房間的梁可不執行本款。
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8.2.6 本條規定了支撐框架的驗算。
1 考慮循環荷載時的強度降低系數，是高鋼規編制時陳紹蕃教授提出的。考慮中心支撐長細比限值改動較大，擬保留此系數。
2 當人字支撐的腹桿在大震下受壓屈曲后，其承載力將下降，導致橫梁在支撐處出現向下的不平衡集中力，可能引起橫梁破壞和樓板下陷，并在橫梁兩端出現塑性鉸；此不平衡集中力取受拉支撐的豎向分量減去受壓支撐屈曲壓力豎向分量的30％。V形支撐情況類似，僅當斜桿失穩時樓板不是下陷而是向上隆起，不平衡力與前種情況相反。設計單位反映，考慮不平衡力后梁截面過大。條文中的建議是AISC抗震規程中針對此情況提出的，具有實用性，參見圖20。
8.2.7 偏心支撐框架構件的抗震承載力驗算，應符合下列規定：
1 消能梁段的受剪承載力應符合下列要求：
2 支撐斜桿與消能梁段連接的承載力不得小于支撐的承載力。若支撐需抵抗彎矩，支撐與梁的連接應按抗壓彎連接設計。
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8.2.7 偏心支撐框架的設計計算，主要參考AISC于1997年頒布的《鋼結構房屋抗震規程》并根據我國情況作了適當調整。
當消能梁段的軸力設計值不超過0.15Af時，按AISC規定，忽略軸力影響，消能梁段的受剪承載力取腹板屈服時的剪力和梁段兩端形成塑性鉸時的剪力兩者的較小值。本規范根據我國鋼結構設計規范關于鋼材拉、壓、彎強度設計值與屈服強度的關系，取承載力抗震調整系數為1.0，計算結果與AISC相當；當軸力設計值超過0.15Af時，則降低梁段的受剪承載力，以保證該梁段具有穩定的滯回性能。
為使支撐斜桿能承受消能梁段的梁端彎矩，支撐與梁段的連接應設計成剛接(圖21)。
8.2.8 鋼結構抗側力構件的連接計算，應符合下列要求：
1 鋼結構抗側力構件連接的承載力設計值，不應小于相連構件的承載力設計值；高強度螺栓連接不得滑移。
2 鋼結構抗側力構件連接的極限承載力應大于相連構件的屈服承載力。
3 梁與柱剛性連接的極限承載力，應按下列公式驗算：
4 支撐與框架連接和梁、柱、支撐的拼接極限承載力，應按下列公式驗算：
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8.2.8 構件的連接，需符合強連接弱構件的原則。
1 需要對連接作二階段設計。第一階段，要求按構件承載力而不是設計內力進行連接計算，是考慮設計內力較小時將導致連接件型號和數量偏少，或焊縫的有效截面尺寸偏小，給第二階段連接(極限承載力)設計帶來困難。另外，高強度螺栓滑移對鋼結構連接的彈性設計是不允許的。
2 框架梁一般為彎矩控制，剪力控制的情況很少，其設計剪力應采用與梁屈服彎矩相應的剪力，2001規范規定采用腹板全截面屈服時的剪力，過于保守。另一方面，2001規范用1.3代替1.2考慮豎向荷載往往偏小，故作了相應修改。采用系數1.2，是考慮梁腹板的塑性變形小于翼緣的變形要求較多，當梁截面受剪力控制時，該系數宜適當加大。
3 鋼結構連接系數修訂，系參考日本建筑學會《鋼結構連接設計指南》(2001／2006)的下列規定擬定。
表中的連接系數包括了超強系數和應變硬化系數；SS是碳素結構鋼，SM是焊接結構鋼，SN是抗震結構鋼，其性能是逐步提高的。連接系數隨鋼種的性能提高而遞減，也隨鋼材的強度等級遞增而遞減，是以鋼材超強系數統計數據為依據的，而應變硬化系數各國普遍取1.1。該文獻說明，梁端連接的塑性變形要求最高，連接系數也最高，而支撐連接和構件拼接的塑性變形相對較小，故連接系數可取較低值。螺栓連接受滑移的影響，且釘孔使截面減弱，影響了承載力。美國和歐盟規范中，連接系數都沒有這樣細致的劃分和規定。我國目前對建筑鋼材的超強系數還沒有作過統計，本規范表8.2.8是按上述文獻2006版列出的，它比2001規范對螺栓破斷的規定降低了0.05。借鑒日本上述規定，將構件承載力抗震調整系數中的焊接連接和螺栓連接都取0.75，連接系數在連接承載力計算表達式中統一考慮，有利于按不同情況區別對待，也有利于提高連接系數的直觀性。對于Q345鋼材，連接系數1.30＜fu／fy＝470／345＝1.36，解決了2001規范所規定綜合連接系數偏高，材料強度不能充分利用的問題。另外，對于外露式柱腳，考慮在我國應用較多，適當提高抗震設計時的承載力是必要的，采用了1.1系數。本規范表8.2.8與日本規定相當接近。
