中华人民共和国行业标准高层建筑混凝土结构技术规程JGJ 3-2002条文说明 3
4.6 水平位移限值和舒适度要求
4.6.1 高层建筑层数多、高度大，为保证高层建筑结构具有必要的刚度，应对其层位移加以控制。这个控制实际上是对构件截面大小、刚度大小的一个相对指标。
国外一般对层问位移角（剪切变形角）加以限制，它不包括建筑物整体弯曲产生的水平位移，而且数值较宽松。
在正常使用条件下，限制高层建筑结构层间位移的主要目的有两点：
1) 保证主结构基本处于弹性受力状态，对钢筋混凝土结构来讲，要避免混凝土墙或柱出现裂缝；同时，将混凝土梁等楼面构件的裂缝数量、宽度和高度限制在规范允许范围之内。
2) 保证填充墙、隔墙和幕墙等非结构构件的完好，避免产生明显损伤。
迄今，控制层间变形的参数有三种：即层间位移与层高之比（层间位移角）；有害层间位移角；区格广义剪切变形。其中层间位移角是过去应用最广泛，最为工程技术人员所熟知的，原规程 JGJ 3-91 也采用了这个指标。
1) 层间位移与层高之比（简称层间位移角）
2) 有害层间位移角
式中，θi ，θi-1，为 i 层上、下楼盖的转角，即 i 层、 i－1 层的层间位移角。
3) 区格的广义剪切变形 ( 简称剪切变形 )
式中，γij为区格ij剪切变形，其中脚标i表示区格所在层次， j表示区格序号；θi-1,j为区格ij下楼盖的转角，以顺时针方向为正；ιj为区格ij的宽度；υi-1,j-1，υi-1,j为相应节点的竖向位移。
如上所述，从结构受力与变形的相关性来看，参数γij剪切变形较符合实际情况；但就结构的宏观控制而言，参数θi即层间位移角又较简便。
考虑到层间位移控制是一个宏观的侧向刚度指标，为便于设计人员在工程设计中应用，本规程采用了层间最大位移与层高之比△u/h，即层间位移角θ作为控制指标。
4.6.2 高层建筑结构是按弹性阶段进行设计的。地震按小震考虑；结构构件的刚度采用弹性阶段的刚度；内力与位移分析不考虑弹塑性变形。因此所得出的位移相应也是弹性阶段的位移。它比在大震作用下弹塑性阶段的位移小得多，因而位移的控制值也比较小。
4.6.3 本规程采用层间位移角△u/h作为刚度控制指标，不扣除整体弯曲转角产生的侧移，即直接采用内力位移计算的位移输出值。
高度不大于 150m 的常规高度高层建筑的整体弯曲变形相对影响较小，层间位移角△u/h的限值按不同的结构体系在1/550～1/1000 之间分别取值。但当高度超过 150m 时，弯曲变形产生的侧移有较快增长，所以超过 250m 高度的建筑，层间位移角限值按 1/500 作为限值。 150～250m 之间的高层建筑按线性插入考虑。
本条层间位移角△u/h的限值指最大层间位移与层高之比，第 i 层的△u/h指第 i 层和第 i－1 层在楼层平面各处位移差 △ui＝ui－ui-1中的最大值。由于高层建筑结构在水平力作用下几乎都会产生扭转，所以△u的最大值一般在结构单元的尽端处。
4.6.4 震害表明，结构如果存在薄弱层，在强烈地震作用下，结构薄弱部位将产生较大的弹塑性变形，会引起结构严重破坏甚至倒塌。本条对不同高层建筑结构的薄弱层弹塑性变形验算提出了不同要求，第 1 款所列的结构应进行弹塑性变形验算，第 2 款所列的结构必要时宜进行弹塑性变形验算，这主要考虑到高层建筑结构弹塑性变形计算的复杂性和目前尚缺乏比较成熟的实用计算软件。
4.6.5 弹塑性位移限值与现行国家标准《建筑抗震设计规范》 GB 50011 相同。
4.6.6 高层建筑物在风荷载作用下将产生振动，过大的振动加速度将使在高楼内居住的人们感觉不舒适，甚至不能忍受，两者的关系如表 3 。
对照国外的研究成果和有关标准，与我国现行行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》 JCJ 99-98 相协调，要求高层建筑混凝土结构应具有更好的使用条件，满足舒适度的要求，按现行国家标准《建筑结构荷载规范》 GB 50009 规定的 10 年一遇的风荷载取值计算或专门风洞试验确定的结构顶点最大加速度αmax不应超过本规程表 4.6.6 的限值，对住宅、公寓 αmax不大于 0.15m/s2，对办公楼、旅馆αmax不大于 0.25m/s2 。
高层建筑风振反应加速度包括顺风向最大加速度、横风向最大加速度和扭转角速度。关于顺风向最大加速度和横风向最大加速度的研究工作虽然较多，但各国的计算方法并不统一，互相之间也存在明显的差异。建议可按现行行业标准《高层民用建筑钢结构技术规程》 JGJ 99-98 的规定计算。
4.8 抗震等级
4.8.1～4.8.3 抗震设计的钢筋混凝土高层建筑结构，根据设防烈度、结构类型、房屋高度区分为不同的抗震等级，采用相应的计算和构造措施，抗震等级的高低，体现了对结构抗震性能要求的严格程度。特殊要求时则提升至特一级，其计算和构造措施比一级更严格。
抗震等级是根据国内外高层建筑震害、有关科研成果、工程设计经验而划分的。
在结构受力性质与变形方面，框架-核心筒结构与框架-剪力墙结构基本上是一致的，尽管框架-核心筒结构由于剪力墙组成简体而大大提高了抗侧力能力，但周边稀柱框架较弱，设计上的处理与框架-剪力墙结构仍是基本相同的。对其抗震等级的要求不应降低，个别情况要求更严。
框架-剪力墙结构中，由于剪力墙部分刚度远大于框架部分的刚度，因此对框架部分的抗震能力要求比纯框架结构可以适当降低。当剪力墙部分的刚度相对较少时，则框架部分的设计仍应按普通框架考虑，不应降低要求。
基于上述的考虑， A 级高度的高层建筑结构，应按表 4.8.2 确定其抗震等级。甲类建筑 9 度设防时，应采取比 9 度设防更有效的措施；乙类建筑 9 度设防时，抗震等级提升至特一级。 B 级高度的高度建筑，其抗震等级应有更严格的要求，按表 4.8.3 采用。特一级构件除符合一级抗震要求外，尚应采取 4.9.2 条规定的措施。
4.9 构造要求
4.9.1 当房屋高度大、层数多、柱距大时，由于单柱轴向力很大，受轴压比限制而使柱截面过大，不仅加大自重和材料消耗，而且妨碍建筑功能。减小柱截面尺寸通常有采用型钢混凝土柱、钢管混凝土柱和高强混凝土这三条途径。
采用高强度混凝土可以减小柱截面面积。 C60 混凝土已广泛采用，取得了良好的效益。
型钢混凝土柱截面含型钢5％～10％，可使柱截面面积减小30％～40％。由于型钢骨架要求钢结构的制作、安装能力，因此目前较多用在高层建筑的下层部位柱，转换层以下的支承柱；也有个别工程全部采用型钢混凝土梁、柱。
钢管混凝土可使柱混凝土处于有效侧向约束下，形成三向应力状态，因而延性很大，承载力提高很多，通常钢管壁厚为柱直径的 1/70～1/100 。钢管混凝土柱如用高强混凝土浇筑，可以使柱截面减小至原截面面积的50％左右。但目前某些钢管混凝土柱与钢筋混凝土梁的节点构造较难满足 8 度设防的抗震性能要求，设计时应引起重视。
4.9.2 特一级是比一级抗震等级更严格的构造措施。这些措施主要体现在，采用型钢混凝土或钢管混凝土构件提高延性；增大构件配筋率和配箍率；加大强柱弱梁和强剪弱弯的调整系数；加大剪力墙的受弯和受剪承载力；加强连梁的配筋构造等。框架角柱的弯矩和剪力设计值仍应按本规程第 6.2.4 条的规定，乘以不小于 1.1 的增大系数。
4.9.3 非荷载作用指温度变化、混凝土收缩和徐变、支座沉降等对结构或结构构件的影响。本条对减小混凝土徐变的措施未作具体规定，但在较高的钢筋混凝土高层建筑结构设计中应考虑混凝土徐变变形的不利影响。
4.9.4 高层建筑层数较多，减轻填充墙的自重是减轻结构总重量的有效措施；而且轻质隔墙容易实现与主体结构的柔性连接，防止主体结构发生灾害。除传统的加气混凝土制品、空心砌块外，室内隔墙还可以采用玻璃、铝板和不锈钢板等轻质隔墙材料。
4.9.5 高度较高的高层建筑的温度应力比较明显。幕墙包覆主体结构而使主体结构免受外界温度变化的影响，有效地减少了主体结构的温度应力，解决了主体结构的竖向温度应力问题。幕墙是外墙的一种非承重结构形式，它必须同时具备以下特点：
1 幕墙是由面板、横梁和立柱组成的完整结构系统；
2 幕墙应包覆整个主体结构；
3 幕墙应悬挂在主体结构上，相对于主体结构应有一定的活动能力。
由于幕墙是独立完整的外围护结构，因此它能承受作用于其上的重力、风力和地震力，但不分担主体结构的受力。幕墙可以相对于主体结构变位，主体结构在风力和地震力作用下产生层间位移时，幕墙应不破损，维持正常的建筑功能。
由于面板材料的不同，建筑幕墙可以分为玻璃幕墙、铝板或钢板幕墙、石材幕墙和混凝土幕墙。实际工程中可采用多种材料的混合幕墙。
为避免主体结构变形时室内填充墙、门窗等非结构构件损坏，较高建筑中的非结构构件应能采取有效的连接措施来适应主体结构的变形。例如，外墙门窗采用柔性密封胶条或耐候密封胶嵌缝；室内隔墙选用金属板或玻璃隔墙、柔性密封胶填缝等。
5 结构计算分析
5.1 一般规定
5.1.3 目前国内规范体系是采用弹性方法计算内力，在截面设计时考虑材料的弹塑性性质。因此高层建筑结构的内力与位移仍按弹性方法计算，框架梁及连梁等构件可考虑局部塑性变形引起的内力重分布，即本规程第 5.2.1 和 5.2.3 条的规定。
5.1.4 高层建筑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。对于平面和立面布置简单规则的框架结构、框架-剪力墙结构宜采用空间分析模型，可采用平面框架空间协同模型；对剪力墙结构、简体结构和复杂布置的框架结构、框架-剪力墙结构应采用空间分析模型。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-薄壁杆系模型、空间杆-墙板元模型及其他组合有限元模型。
目前，国内计算机和结构分析软件应用十分普及，原规程 JGJ 3-91 第 4.1.4 条和 4.1.6 条规定的简化方法和手算方法未再列入本规程。如需要采用简化方法或手算方法，设计人员可参考有关设计手册或书籍。
5.1.5 高层建筑的楼屋面绝大多数为现浇钢筋混凝土楼板和有现浇面层的预制装配式楼板，进行高层建筑内力与位移计算时，可视其为水平放置的深梁，具有很大的面内刚度，可近似认为楼板在其自身平面内为无限刚性。采用这一假设后，结构分析的自由度数目大大减少，可能减小由于庞大自由度系统而带来的计算误差，使计算过程和计算结果的分析大为简化。计算分析和工程实践证明，刚性楼板假定对绝大多数高层建筑的分析具有足够的工程精度。采用刚性楼板假定进行结构计算时，设计上应采取必要措施保证楼面的整体刚度。比如，平面体型宜符合本规程 4.3.3 条的规定；宜采用现浇钢筋混凝土楼板和有现浇面层的装配整体式楼板；局部削弱的楼面，可采取楼板局部加厚、设置边梁、加大楼板配筋等措施。
楼板有效宽度较窄的环形楼面或其他有大开洞楼面、有狭长外伸段楼面、局部变窄产生薄弱连接的楼面、连体结构的狭长连接体楼面等场合，楼板面内刚度有较大削弱且不均匀，楼板的面内变形会使楼层内抗侧刚度较小的构件的位移和受力加大（相对刚性楼板假定而言），计算时应考虑楼板面内变形的影响。根据楼面结构的实际情况，楼板面内变形可全楼考虑、仅部分楼层考虑或仅部分楼层的部分区域考虑。考虑楼板的实际刚度可以采用将楼板等效为剪弯水平梁的简化方法，也可采用有限单元法进行计算。
当需要考虑楼板面内变形而计算中采用楼板面内无限刚性假定时，应对所得的计算结果进行适当调整。具体的调整方法和调整幅度与结构体系、构件平面布置、楼板削弱情况等密切相关，不便在条文中具体化。一般可对楼板削弱部位的抗侧刚度相对较小的结构构件，适当增大计算内力，加强配筋和构造措施。
5.1.6 高层建筑按空间整体工作计算时，不同计算模型的梁、柱自由度是相同的：梁的弯曲、剪切、扭转变形，当考虑楼板面内变形时还有轴向变形；柱的弯曲、剪切、轴向、扭转变形。当采用空间杆-薄壁杆系模型时，剪力墙自由度考虑弯曲、剪切、轴向、扭转变形和翘曲变形；当采用其他有限元模型分析剪力墙时，剪力墙自由度考虑弯曲、剪切、轴向、扭转变形。
高层建筑层数多、重量大，墙、柱的轴向变形影响显著，计算时应考虑。
构件内力是与位移向量对应的，与截面设计对应的分别为弯矩、剪力、轴力、扭矩等。
5.1.8 目前国内钢筋混凝土结构高层建筑由恒载和活载引起的单位面积重力，框架与框架-剪力墙结构约为12～14kN/m2，剪力墙和简体结构约为13～16kN/m2，而其中活荷载部分约为 2～3kN/m2，只占全部重力的15％～20％，活载不利分布的影响较小。另一方面，高层建筑结构层数很多，每层的房间也很多，活载在各层间的分布情况极其繁多，难以一一计算。
如果活荷载较大，其不利分布对梁弯矩的影响会比较明显，计算时应予考虑。除进行活荷载不利分布的详细计算分析外，也可将未考虑活荷载不利分布计算的框架梁弯矩乘以放大系数予以近似考虑，该放大系数通常可取为 1.1～1.3 ，活载大时可选用较大数值。近似考虑活荷载不利分布影响时，梁正、负弯矩应同时予以放大。
5.1.9 高层建筑结构是逐层施工完成的，其竖向刚度和竖向荷载（如自重和施工荷载）也是逐层形成的。这种情况与结构刚度一次形成、竖向荷载一次施加的计算方法存在较大差异。因此对于层数较多的高层建筑，其重力荷载作用效应分析时，柱、墙轴向变形宜考虑施工过程的影响。施工过程的模拟可根据需要采用适当的方法考虑。如结构竖向刚度和竖向荷载逐层形成、逐层计算的方法，或结构竖向刚度一次形成、竖向荷载逐层施加的计算方法。
5.1.10 高层建筑结构进行水平风荷载作用效应分析时，除对称结构外，结构构件在正反两个方向的风荷载作用下效应一般是不相同的，按两个方向风效应的较大值采用，是为了保证安全的前提下简化计算；体型复杂的高层建筑，应考虑多方向风荷载作用，进行风效应对比分析，增加结构抗风安全性。
5.1.11 在内力与位移计算中，型钢混凝土和钢管混凝土构件宜按实际情况直接参与计算。对结构中只有少量型钢混凝土和钢管混凝土构件时，也可等效为混凝土构件进行计算，比如可采用等刚度原则。构件的截面设计应按现行有关规范进行。
5.1.12 体型复杂、结构布置复杂的高层建筑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，以保证力学分析的可靠性。
5.1.13 带加强层的高层建筑结构、带转换层的高层建筑结构、错层结构、连体和立面开洞结构、多塔楼结构等，属于体形复杂的高层建筑结构，其竖向刚度变化大、受力复杂、易形成薄弱部位； B 级高度的高层建筑结构的工程经验不多，因此整体计算分析时应从严要求。本条第4款的要求主要针对甲类建筑、相邻层侧向刚度或承载力相差悬殊的竖向不规则高层建筑结构。
5.1.14 对竖向不规则结构，其薄弱层按地震作用标准值计算的楼层剪力应乘以 1.15 的增大系数，同时仍应满足本规程第 3.3.13 条关于楼层最小地震剪力系数（剪重比）的规定，以提高薄弱层的抗震能力。
5.1.15 对受力复杂的结构构件，如竖向布置复杂的剪力墙、加强层构件、转换层构件、错层构件、连接体及其相关构件等，除结构整体分析外，尚应按有限元等方法进行局部应力分析，并可根据需要，按应力分析结果进行截面配筋设计校核。
5.1.16 在计算机和计算机软件广泛应用的条件下，除了要选择使用可靠的计算软件外，还应对软件产生的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。
5.2 计算参数
5.2.1 高层建筑结构构件均采用弹性刚度参与整体分析，但抗震设计的框架-剪力墙或剪力墙结构中的连梁刚度相对墙体较小，而承受的弯矩和剪力很大，配筋设计困难。因此，可考虑在不影响其承受竖向荷载能力的前提下，允许其适当开裂（降低刚度）而把内力转移到墙体上。通常，设防烈度低时可少折减一些 (6、7 度时可取 0.7) ，设防烈度高时可多折减一些 (8、9 度时可取 0.5) 。折减系数不宜小于 0.5 ，以保证连梁承受竖向荷载的能力。
对框架-剪力墙结构中一端与柱连接、一端与墙连接的梁以及剪力墙结构中的某些连梁，如果跨高比较大（比如大于 5）、重力作用效应比水平风或水平地震作用效应更为明显，此时应慎重考虑梁刚度的折减问题，必要时可不进行梁刚度折减，以控制，正常使用阶段梁裂缝的发生和发展。
5.2.2 现浇楼面和装配整体式楼面的楼板作为梁的有效翼缘形成 T 形截面，提高了楼面梁的刚度，结构计算时应予考虑。当近似以梁刚度增大系数考虑时，应根据梁翼缘尺寸与梁截面尺寸的比例予以确定。通常现浇楼面的边框架梁可取 1.5 ，中框架梁可取 2.0 ；有现浇面层的装配式楼面梁的刚度增大系数可适当减小。当框架梁截面较小而楼板较厚或者梁截面较大而楼板较薄时，梁刚度增大系数可能会超出 1.5～2.0 的范围，本次修订调整为 1.3～2.0 。
5.2.3 在竖向荷载作用下，框架梁端负弯矩很大，配筋困难，不便于施工。因此允许考虑塑性变形内力重分布对梁端负弯矩进行适当调幅。钢筋混凝土的塑性变形能力有限，调幅的幅度必须加以限制。框架梁端负弯矩减小后，梁跨中弯矩应按平衡条件相应增大。
截面设计时，为保证框架梁跨中截面底钢筋不至于过少，其正弯矩设计值不应小于竖向荷载作用下按简支梁计算的跨中弯矩之半。
5.2.4 高层建筑结构楼面梁受楼板（有时还有次梁）的约束作用，无约束的独立梁极少。当结构计算中未考虑楼盖对梁扭转的约束作用时，梁的扭转变形和扭矩计算值过大，抗扭设计比较困难，因此可对梁的计算扭矩予以适当折减。计算分析表明，扭矩折减系数与楼盖（楼板和梁）的约束作用和梁的位置密切相关，折减系数的变化幅度较大，应根据具体情况确定。
5.3 计算简图处理
5.3.1 高层建筑是三维空间结构，构件多，受力复杂；结构计算分析软件都有其适用条件，使用不当，则可能导致结构设计的不安全。因此，结构分析时应结合结构的实际情况和所采用的计算软件的力学模型要求，对结构进行力学上的适当简化处理，使其既能比较正确地反映结构的受力性能，又适应于所选用的计算分析软件的力学模型，从根本上保证分析结果的可靠性。
5.3.3 密肋板楼盖简化计算时，可将密肋梁均匀等效为柱上框架梁，其截面宽度可取被等效的密肋梁截面宽度之和。
平板无梁楼盖的面外刚度由楼板提供，计算时必须考虑。当采用近似方法考虑时，其柱上板带可等效为框架梁计算，等效框架梁的截面宽度可取等代框架方向板跨的 3/4 及垂直于等代框架方向板跨的 1/2 两者的较小值。
5.3.4 当构件截面相对其跨度较大时，构件交点处会形成相对的刚性节点区域。刚域尺寸的合理确定，会在一定程度上影响结构的整体分析，本条给出的计算公式是近似公式，但在实际工程中已有多年应用，有一定的代表性。确定计算模型时，壁式框架梁、柱轴线可取为剪力墙连梁和墙肢的形心线。
5.3.5～5.3.6 对复杂高层建筑结构，在结构内力与位移整体计算中，可对其局部做适当的和必要的简化处理，但不应改变结构的整体变形和受力特点。整体计算后应对作简化处理的局部结构或结构构件进行补充计算分析(比如有限元分析)，保证局部构件计算分析的可靠性。
5.4 重力二阶效应及结构稳定
5.4.1 在水平力作用下，带有剪力墙或简体的高层建筑结构的变形形态为弯剪型，框架结构的变形形态为剪切型。计算分析表明，重力荷载在水平作用位移效应上引起的二阶效应(重力 p-△ 效应)有时比较严重。对混凝土结构，随着结构刚度的降低，重力二阶效应的不利影响呈非线性增长。因此，对结构的弹性刚度和重力荷载作用的关系应加以限制。本条公式使结构按弹性分析的二阶效应对结构内力、位移的增量控制在5％左右；考虑实际刚度折减50％时，结构内力增量控制在10％以内。如果结构满足本条要求，重力二阶效应的影响相对较小，可忽略不计。
公式 (5.4.1-1) 与德国设计规范 (DIN 1045) 及原规程 JGJ 3-91 第 4.3.1 条的规定基本一致。
结构的弹性等效侧向刚度 EJd，可近似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。假定倒三角形分布荷载的最大值为q，在该荷载作用下结构顶点质心的弹性水平位移为u，房屋高度为H，则结构的弹性等效侧向刚度 EJd可按下式计算：
5.4.2～5.4.3 混凝土结构在水平力作用下，如果侧向刚度不满足本规程第 5.4.1 条的规定，应考虑重力二阶效应 ( p-△效应 ) 对结构构件的不利影响。但重力二阶效应产生的内力、位移增量宜控制一定范围，不宜过大。考虑二阶效应后计算的位移仍应满足本规程第 4.6.3 条的规定。
重力 P-△ 效应的考虑方法很多，比如可按简化的弹性方法近似考虑。一般可根据楼层重力和楼层在水平力作用下产生的层间位移，计算出等效的荷载向量，利用结构力学方法求解其影响。
增大系数法是一种简单可行的考虑重力 p-△效应的方法。本规程规定，在位移计算时不考虑结构刚度的折减；在内力计算时，结构构件的弹性刚度考虑 0.5 倍的折减系数，结构内力增量控制在 20％以内。按本条的规定，考虑重力 p-△效应的结构位移可采用未考虑重力二阶效应的结果乘以位移增大系数，但位移限制条件不变；考虑重力 p-△效应的结构构件(梁、柱、剪力墙)端部的弯矩和剪力值，可采用未考虑重力二阶效应的结果乘以内力增大系数。
5.4.4 研究表明，高层建筑混凝土结构仅在竖向重力荷载作用下产生整体失稳的可能性很小。高层建筑结构的稳定设计主要是控制在风荷载或水平地震作用下，重力荷载产生的二阶效应(重力 p-△效应)不致过大，以致引起结构的失稳倒塌。结构的刚度和重力荷载之比（刚重比）是影响重力 p-△效应的主要参数。如结构的刚重比满足本条公式(5.4.4-1)或(5.4.4-2)的规定，则重力 p-△效应可控制在 20％之内，结构的稳定具有适宜的安全储备。若结构的刚重比进一步减小，则重力 p-△效应将会呈非线性关系急剧增长，直至引起结构的整体失稳。在水平力作用下，高层建筑结构的稳定应满足本条的规定，不应再放松要求。如不满足本条的规定，应调整并增大结构的侧向刚度。
当结构的设计水平力较小，如计算的楼层剪重比(楼层剪力与其上各层重力荷载代表值之和的比值)小于0.02 时，结构刚度虽能满足水平位移限值要求，但往往不能满足本条规定的稳定要求。
5.5 薄弱层弹塑性变形验算
5.5.1～5.5.3 本节关于在罕遇地震作用下结构薄弱层（部位）弹塑性变形验算的规定，与现行国家标准《建筑抗震设计规范》 GB50011 的要求基本相同。这里强调对满足本规程第 5.4.4 条规定但不满足本规程第 5.4.1 条规定的结构，计算弹塑性变形时也应考虑重力二阶效应的不利影响；如果计算中未考虑重力二阶效应，可近似地将计算的弹塑性变形乘以增大系数 1.2 。
5.6 荷载效应和地震作用效应的组合
5.6.1～5.6.4 荷载效应和地震作用效应的组合是根据现行国家标准《建筑结构荷载规范》 GB 50009 第 3.2 节和《建筑抗震设计规范》 GB 50011 第 5.4 节的有关规定，结合高层建筑的自身特点制定的。
无地震作用效应组合且永久荷载效应起控制作用（永久荷载分项系数取 1.35) 时，仅考虑楼面活荷载效应参与组合，组合值系数一般取 0.7 ，风荷载效应不参与组合（组合值系数取 0.0) ；无地震作用效应组合且可变荷载效应起控制作用（永久荷载分项系数取 1.2) 的场合，、当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 、 0.7 ；对书库、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，其楼面活荷载组合值系数应由 0.7 改为 0.9 。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 。
有地震作用效应组合时，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，然后再进行效应组合。如框架-剪力墙结构有关地震剪力的调整、薄弱层剪力增大、楼层最小地震剪力系数（剪重比）调整、框支柱地震轴力的调整等。
5.6.5 对非抗震设计的高层建筑结构，应按 (5.6.1) 式计算荷载效应的组合；对抗震设计的高层建筑结构，应同时按 (5.6.1) 式和 (5.6.3) 式计算荷载效应和地震作用效应组合，并按本规程的有关规定（如强柱弱梁、强剪弱弯等），对组合内力进行必要的调整。同一构件的不同截面或不同设计要求，可能对应不同的组合工况；应分别进行验算。
6 框架结构设计
6.1 一般规定
6.1.2 震害调查表明，单跨框架结构，尤其是多层及高层者，震害较重。1999年台湾集集地震即是一例。因此本条规定，抗震设计的框架结构不宜采用单跨框架。
6.1.3 在实际工程中，框架梁、柱中心线不能重合，产生偏心的实例较多，需要有一个解决问题的方法。
本条是根据国内外试验的综合结果。根据试验结果，采用水平加腋方法，能明显改善梁柱节点的承受反复荷载性能。因此将其列入规程，供设计入选用。 9 度抗震设计时，不应采用梁柱偏心较大的结构。
6.1.4 框架结构如采用砌体填充墙，当布置不当时，常能造成结构竖向刚度变化过大；或形成短柱；或形成较大的刚度偏心。由于填充墙是由建筑专业布置，结构图纸上不予给出，容易被忽略。国内外皆有由此而造成的震害例子。本条提出此点，目的是提醒结构工程师注意防止砌体（尤其是砖砌体）填充墙对结构设计的不利影响。
6.1.6 框架结构与砌体结构是两种截然不同的结构体系，其抗侧刚度、变形能力等相差很大，将这两种结构在同一建筑物中混合使用，而不以防震缝将其分开，对建筑物的抗震能力将产生很不利的影响。
6.1.7 框架结构中，有时仅在楼、电梯间或其他部位设置少量钢筋混凝土剪力墙。由于剪力墙与框架协同工作，使框架的上部受力增加，因此在结构分析时，应考虑这部分剪力墙与框架的协同工作。设置少量剪力墙的框架结构，因剪力墙承受的底部倾覆力矩较小，因此框架部分的抗震等级仍应按框架结构采用。
6.2 截面设计
6.2.1 由于框架柱的延性通常比梁的延性小，一旦框架柱形成了塑性铰，就会产生较大的层间侧移，并影响结构承受垂直荷载的能力。因此，在框架柱的设计中，有目的地增大柱端弯矩设计值，体现了"强柱弱梁"的设计概念。对9度设防烈度和一级抗震等级的框架结构，上、下柱端弯矩和的取值，除弯矩增大系数以外，还考虑梁端真正出现塑性铰时的受弯承载力值 Mbua。
6.2.2 框架柱和框支柱的底层柱下端、框支柱与转换构件相连的柱上端不能按本规程第 6.2.1 条的规定增大柱端弯矩，为了推迟这些柱端塑性铰的出现，在设计中对此部位的弯矩设计值直接乘以增大系数，以加强底层柱下端和框支柱的实际受弯承载力。
6.2.3 框架柱、框支柱设计时应满足"强剪弱弯"的要求。在设计中，有目的地增大剪力设计值，对 9 度设防烈度和一级抗震等级的框架结构，考虑了柱端纵向钢筋的实配情况，要求柱上、下端取用考虑承载力抗震调整系数的实际受弯承载力值 Mcua，即
Mcua＝Mcuk/γRE (5)
式中，γRE为偏心受压柱的截面承载力抗震调整系数； Mcuk为柱的正截面受弯承载力标准值，可取实配钢筋截面面积和材料强度标准值并按现行国家标准《混凝土结构设计规范》GB 50011 第 7 章的有关公式计算。
对其他情况的一级和所有二、三级抗震等级的框架柱、框支柱端部截面组合的剪力设计值，则直接取用与柱端考虑地震作用组合的弯矩设计值平衡的剪力值，乘以不同的增大系数 ( 强剪系数 ) 。框支柱尚应符合本规程第 10 章的有关规定。
6.2.4 对一、二、三级抗震等级的框架结构，考虑到角柱承受双向地震作用，扭转效应对内力影响较大，且受力复杂，在设计中宜另外增大其弯矩、剪力设计值。
6.2.5 框架结构设计中，应力求做到在地震作用下的框架呈现梁铰型延性机构，为减少梁端塑性铰区发生脆性剪切破坏的可能性，对框架梁提出了梁端的斜截面受剪承载力应高于正截面受弯承载力的要求，即"强剪弱弯"的设计概念。
梁端斜截面受剪承载力的提高，首先是在剪力设计值的确定中，考虑了梁端弯矩的增大，以体现"强剪弱弯"的要求。对 9 度设防烈度和一级抗震等级的框架结构，还考虑了工程设计中梁端纵向受拉钢筋有超配的情况，要求梁左、右端取用考虑承载力抗震调整系数的实际受弯承载力值Mbua，它可按下式计算：
Mbua＝Mbuk/γRE≈fykASa(h0－a＇s)/γRE (6)
式中 Mbuk--梁正截面受弯承载力标准值；
fyk--钢筋强度标准值；
ASa--梁纵向钢筋实际配筋面积。
对其他情况的一级和所有二、三级抗震等级的框架梁的剪力设计值的确定，则根据不同抗震等级，直接取用梁端考虑地震作用组合的弯矩设计值的平衡剪力值，乘以不同的增大系数。
6.2.7 规程 JGJ 3-91 第 5.2.1 条规定梁、柱混凝土强度级差不宜大于 5MPa ，如超过时，梁、柱节点区施工时应作专门处理。目前，许多情况下，框架柱混凝土强度等级比梁板高出较多，此条规定在工程施工中较难做到。由于对该问题有效的研究工作和实践经验尚不充分，因此本规程对此不作具体的规定。但应注意，凡是梁柱节点之混凝土强度低于柱混凝土强度较多者，皆必须仔细验算节点区的承载力，包括受剪、轴心受压、偏心受压等，并采取有效的构造措施。节点区的混凝土轴压比一般不需验算。