5.1　结构内力分析的基本内容

多高层建筑钢结构内力计算的基本方法是有限单元法。无论多么复杂的结构形式，都是由楼板、梁、柱、支撑或剪力墙等几种基本构件组成的，在计算时，采用与构件类型相应的单元建立空间力学模型，对结构在竖向荷载、风荷载以及地震力作用下的位移和内力进行分析。

5.1.1　多高层建筑结构分析的基本方法

目前，在多高层建筑结构设计中，大都采用三维空间有限元程序进行计算分析。在第一阶段设计中，无论钢构件还是混凝土构件，均视为理想弹性材料。

在建立多高层建筑结构的力学模型时，梁、柱和支撑构件的力学特征十分明确，用一个单元来模拟一个构件即可达到满意的计算精度，然而对于剪力墙或核心筒，由于组合墙肢的几何形状非常复杂，再加上开洞位置的影响，使其内力分析变得十分复杂。目前已经开发出不少实用的计算软件，可以用来解决剪力墙的分析问题，其中比较具有代表性的有:薄壁杆件模型（TBSA、TAT）、墙板单元模型（ETABS、TUS/ABDW）和墙壳单元模型（SAP84、SATWE）等等。

由于多高层建筑结构的计算模型非常复杂，为了减少结构的自由度，在计算时通常引入楼板在其平面内刚度无穷大、在平面外刚度为零的假定，使得在每一楼层中所有构件在楼层平面内的平移和转动自由度均可以用该层参考点的平移与转动表示，从而大大减少了结构的自由度。此时，楼板本身并不作为结构构件参与结构整体分析。随着高层建筑结构体系的多样化，对于带有转换层、楼板局部开洞以及平面布置狭长的复杂高层建筑结构体系，楼板变形的影响已经不能忽视。此时，如果继续采用楼板刚度无穷大的假定，就会引起较大的计算误差。对于超高层钢结构，普遍采用水平加强层。由于腰桁架与帽桁架均为越层构件，如果假定楼板刚度无穷大，将无法得到其上下弦杆的实际内力。

5.1.2　竖向荷载

在进行多高层建筑结构计算时，如果将所有竖向荷载一次施加到计算模型上，由于各竖向构件轴向压缩变形量不同，将在水平结构构件中引起弯矩和剪力。层数愈高，这种效应越大，在建筑的顶层，梁端弯矩有可能改变符号，甚至出现中柱受拉的情况。这样的内力计算结果显然是不真实的，其原因是在计算时未考虑到结构施工的实际情况。在实际工程中，竖向构件的变形总是在施工过程中逐渐完成的。例如，当施工到某一层时，其下部结构竖向构件已经完成了相当一部分竖向变形，只有当层数继续增加，进行围护结构及室内装修施工时才可能引起该层竖向构件压缩变形量之间的不均衡现象，并在该层梁中引起附加内力。另外，在实际工程中，竖向构件由于压缩变形差异造成的柱顶标高不同要比计算值小得多，这是因为在施工过程中，柱顶高差总是可以通过调节竖向构件拼接接头的焊缝间隙等措施逐步加以消除的。

早期的结构计算程序不能考虑活荷载的不利布置，在计算时假定静荷载与活荷载均为满跨布置。计算分析表明，对于跨度较大的框架结构以及带有较大悬挑部分的结构，活荷载的布置情况将对内力产生较大的影响。在考虑活荷载的不利布置时，需要通过对多种情况进行分析比较，从中选取构件内力的最大值。对于框架梁，不仅要考虑活荷载在计算楼层内的不利布置，相邻楼层活荷载分布也将对其产生一定影响。对于柱的情况将更为复杂。由此可见，多高层建筑进行活荷载不利布置分析的计算工作量将是很大的。对于通常的高层建筑，与静荷载相比，活荷载是比较小的，活荷载不利布置的影响较小，此时可以通过适当加大框架梁在均布活荷载下弯矩设计值的办法考虑活荷载不利布置的影响。当活荷载所占比重很大时，则需要对多种活荷载情况进行计算分析。

5.1.3　风荷载

建筑物在风荷载作用下，其迎风面将承受风压力，背风面则承受风吸力。随着建筑层数的增加，风荷载的影响不断增大，对于超高层钢结构，风荷载对构件截面与结构的水平位移往往起控制作用。在风荷载作用下，多高层建筑将产生顺风向与横风向的振动；有时建筑在垂直于风荷载作用方向的运动比平行于风荷载作用方向更剧烈。风力是随时间不断变化的，它除在建筑物上产生一个相对稳定的侧向力外，脉动变化的风力还会使建筑物产生风振现象。对于超高层建筑，风振作用主要与风向、风速、建筑物的体型、质量与刚度特性以及建筑物所处的地理环境有关。

虽然风荷载在建筑表面的分布很不均匀，但在结构整体计算时，为了简单起见，对迎风面和背风面可以统一地取一个平均的体型系数。

估计风荷载动力效应最直接的方法是模拟建筑及其周围环境进行风洞试验。通过风洞试验，可以具体地确定作用于建筑物表面上的风压力和风吸力的大小与分布。虽然目前风洞试验的费用还比较高，但对于超高层钢结构，有时还是非常必要的。

5.1.4　地震作用

历次震害表明，地震造成建筑破坏的损失是巨大的。当发生地震时，地面产生剧烈运动，在建筑中引起惯性力，地震烈度越高，这种惯性力即地震力越大。地震力的大小还与建筑物的重量与刚度有关，在同等烈度与场地条件下，建筑的总重量越大，地震力越大；结构的侧向刚度越大、自振周期越短，地震作用也越大。由于地震发生的时间与地震的烈度具有很大的随机性，如果片面强调提高抗震措施，势必引起建造成本的提高，给国民经济造成巨大的负担，所以在我国的《建筑抗震设计规范》（GBJ50011—2001）中采用了“小震不坏、中震可修、大震不倒”的三水准设防指导思想。第一水准是当高层建筑在其正常使用年限内遭遇发生频率较高、强度较低的地震（50年超越概率为63.2％，比基本烈度低1度半左右）时，应保证建筑物的正常使用，非结构构件不发生破坏，结构处于弹性工作状态。第二水准是在基本烈度地震作用下（50年超越概率为10％），允许结构达到或超过屈服极限，此时结构构件要有足够的延性，结构不发生破坏，经修复后还可正常使用。第三水准是在罕遇的强烈地震作用下（50年超越概率为2％～3％，比基本烈度高1度左右），结构进入弹塑性大变形状态，非结构构件破坏严重，此时应防止结构倒塌，避免危及人员生命安全。

多高层建筑钢结构的抗震设计，应采用两阶段设计法:第一阶段为多遇地震作用下的弹性分析，验算构件的承载力、稳定性及结构的层间位移；第二阶段为罕遇地震作用下的弹塑性分析，验算结构的层间位移和层间延性比。在多遇地震作用下，对于体形简单、刚度分布均匀的高层结构，在进行初步设计时，可采用基底剪力法估计楼层的水平地震力；对于大多数情况，目前在结构计算时普遍采用振型分解反应谱法。在罕遇地震作用下，结构早已进入了弹塑性工作状态，此时需要采用弹塑性时程法进行计算分析，找出结构的薄弱环节，防止由于局部形成破坏机构引起结构倒塌。

底部剪力法是一种适用于高度不大，竖向刚度分布较为规则的高层建筑抗震计算简化方法。它根据建筑物的基本自振周期、总重量以及建筑场地类别等因素，通过结构的反应谱曲线计算出结构底部的水平地震总剪力；假定水平地震力近似为倒三角形分布，将其中的一部分作为集中力施加在建筑的顶部，用来模拟高振型的影响；用静力的方法进行结构内力计算，从而可以得到接近于结构在实际地震中动力反应峰值的内力与变形。

振型分解反应谱法，是目前在结构抗震设计中最基本和最常用的计算方法。它将结构视为多质点体系，计算其前若干个周期与振型，利用正则变换将多自由度体系分解为多个彼此独立的广义单自由度体系；根据加速度反应谱曲线确定各单自由度体系的最大惯性力，用静力方法进行结构的力学计算；将各振型的位移与内力进行偶合，从而可以得到结构在地震作用时的位移与内力。由于在振型分解反应谱法的计算过程中，综合地考虑了地面运动的强弱、建筑场地的性质以及结构自身动力特性的影响，因而在结构设计中得到了广泛应用。

时程分析法又称直接动力法，它在结构的底部输入地震记录或人工合成的地震波，通过动力计算的方法求出结构在地震过程中每一时刻的位移与内力变化情况，从而了解结构中塑性铰出现的情况，找出薄弱部位予以加强，从而可以有效地防止结构在罕遇地震作用时发生倒塌。采用时程分析中要考虑的因素很多，其中最重要的是要建立符合构件实际情况的恢复力模型与合理地选择地震波。由于高层建筑总是由大量构件组成的，在进行时程分析时，常常要将地震持续时间分为数百甚至上千个微小的时间段，计算工作量巨大，费用很高。

5.1.4.1　钢结构住宅抗震设计的一般规定

一、钢结构住宅的结构类型与最大适用高度

在结构选型上，多层和高层钢结构住宅无严格界限。但为区分结构的重要性对结构抗震构造措施的要求不同，我国《建筑抗震设计规范》（GB50011—2001）将超过12层的建筑归为高层钢结构建筑，将不超过12层的建筑归为多层钢结构建筑。钢结构房屋的结构体系主要有框架体系、框架—支撑（抗震墙板）体系、简体体系和巨型框架体系，不同结构体系的最大适用高度宜符合表5-1的规定。

表5-1　钢结构房屋适用的最大高度（m）

注:①房屋高度指室外地面到主要屋面板板顶的高度（不包括局部突出屋顶部分）；

②超过表内高度的房屋，应进行专门研究和论证，采取有效的加强措施。

二、钢结构房屋的高宽比限值

结构的高宽比对结构的整体稳定性和人在建筑中的舒适感等有重要影响，钢结构房屋的最大高宽比不宜大于表5-2的规定，超过时应进行专门研究，采用必要措施。

表5-2　钢结构民用房屋适用的最大高宽比

注:计算高宽比的高度从室外地面算起。

三、结构平面布置

多高层钢结构的平面布置应尽量满足下列要求:

1．建筑平面宜简单规则，并使结构各层的抗侧力刚度中心与质量中心接近或重合，同时各层刚心与质心接近在同一竖直线上。

2．建筑的开间、进深宜统一，其常用平面的尺寸关系应符合表5-3和图5-1的要求。当钢框筒结构采用矩形平面时，其长宽比不应大于1.5∶1；不能满足此项要求时，宜采用多束筒结构。

表5-3　L，l，l'，B'的限值

图5-1　表5-3中变量的意义

3．高层建筑钢结构不宜设置防震缝，但薄弱部位应注意采取措施提高抗震能力。如必须设置伸缩缝，则应同时满足防震缝的要求。

4．宜避免结构平面不规则布置。如在平面布置上具有下列情况之一者，为平面不规则结构:

（1）任意层的偏心率大于0.15。偏心率可按下列公式计算:

其中:

以上三式中，

ε_x、ε_y——分别为所计算楼层在x和y方向的偏心率；

e_x、e_y——分别为x和y方向楼层质心到结构刚心的距离；

r_ex、r_ey——分别为结构x和y方向的弹性半径；

∑K_x、∑K_y——分别为所计算楼层各抗侧力构件在x和y方向的侧向刚度之和；

K_T——所计算楼层的扭转刚度；

x、y——以刚心为原点的抗侧力构件坐标。

（2）结构平面形状有凹角，凹角的伸出部分在一个方向的长度，超过该方向建筑总尺寸的25％。

（3）楼面不连续或刚度突变，包括开洞面积超过该层楼面面积的50％。

（4）抗水平力构件既不平行于又不对称于抗侧力体系的两个互相垂直的主轴。

属于上述情况第（1）、第（4）项者应计算结构扭转影响；属于第（3）项者应采用相应的计算模型；属于第（2）项者应在凹角伸出部分采用加强措施。

四、结构竖向布置

多高层钢结构的竖向布置应尽量满足下列要求:

1．楼层刚度大于其相邻上层刚度的70％，且连续三层总的刚度降低不超过50％。

2．相邻楼层质量之比不超过1.5（屋顶层除外）。

3．立面收进尺寸的比例L1/L≥0.75（图5-2）。

4．任意楼层抗侧力构件的总受剪承载力大于其相邻上层的80％。

5．框架—支撑结构中，支撑（或剪力墙板）宜竖向连续布置，除底部楼层和外伸刚臂所在楼层外，支撑的形式和布置在竖向宜一致。

五、结构布置的其他要求

钢结构房屋的结构体系与结构布置应符合《建筑抗震设计规范》（GB50011—2001）、《建筑抗震设防分类标准》（GB50223—2004）的有关要求。钢结构房屋应尽量采用规则的建筑方案，当采用不规则建筑方案时，应设抗震缝，且缝宽应不小于钢筋混凝土结构房屋的1.5倍。

图5-2　立面收进

不超过12层的钢结构房屋，可采用框架结构、框架—支撑结构或其他结构类型；超过12层的钢结构房屋，8、9度时，宜采用偏心支撑、带竖缝钢筋混凝土抗震墙板、内藏钢支撑钢筋混凝土墙板或其他消能支撑及简体结构。

采用框架—支撑结构时，支撑框架在两个方向的布置均宜基本对称，支撑框架之间楼盖的长宽比不宜大于3。不超过12层的钢结构宜采用中心支撑，有条件时也可采用偏心支撑等消能支撑。超过12层的钢结构采用偏心支撑框架时，顶层可采用中心支撑。中心支撑框架宜采用交叉支撑，也可采用人字形支撑或单斜杆支撑，不宜采用K形支撑；支撑的轴线应交汇于梁柱构件轴线的交点，确有困难时偏离中心不应超过支撑杆件宽度，并应计入由此产生的附加弯矩。偏心支撑框架的每根支撑应至少有一端与框架梁连接，并在支撑与梁交点和柱之间或同一跨内另一支撑与梁交点之间形成消能梁段。

超过12层的钢框架—筒体结构，在必要时可设置由筒体外伸臂或外伸臂和周边桁架组成的加强层。

六、钢结构房屋的楼板

钢结构房屋的楼板主要有在压型钢板上现浇混凝土形成的组合楼板和非组合楼板、装配整体式钢筋混凝土楼板、装配式楼板等。一般宜采用组合楼板或非组合楼板；对不超过12层的钢结构尚可采用装配整体式钢筋混凝土楼板，亦可采用装配式楼板或其他轻型楼盖；对超过12层的钢结构必要时可设置水平支撑。

采用压型钢板钢筋混凝土组合楼板和现浇钢筋混凝土楼板时，应与钢梁有可靠连接。采用装配式、装配整体式或轻型楼板时，应将楼板预埋件与钢梁焊接，或采取其他保证楼盖整体性的措施。

七、钢结构房屋的地下室

钢结构房屋根据工程情况可设置或不设置地下室，超过12层的钢结构房屋应设置地下室。设置地下室时，框架—支撑（抗震墙板）结构中竖向布置的支撑（抗震墙板）应延伸至基础；框架柱应至少延伸至地下一层。

支撑在地下室是否改为混凝土抗震墙形式，与是否设置钢筋混凝土结构层有关，设置钢筋混凝土结构层时采用混凝土墙段协调。该抗震墙是否由钢支撑外包混凝土构成还是采用混凝土墙，由设计确定。

设置地下室的钢结构房屋的基础埋置深度，当采用天然地基时不宜小于房屋总高度的1/15；当采用桩基时，桩承台埋深不宜小于房屋总高度的1/20。

5.1.4.2　钢结构住宅抗震构造要求

一、纯框架结构

1．为保证框架梁柱在罕遇地震下有较大的塑性变形能力，高层钢结构和多层钢结构框架梁柱板件宽、厚比分别不应超过表5-4和表5-5规定的限值（见图5-3）。

图5-3　梁与柱的截面尺寸

表5-4　高层钢结构框架梁柱板件宽厚比限值

注:①表列数值适用于Q235钢，其他钢号应乘以；

②表中，N为梁的轴向力，A为梁的截面面积，f为梁的钢材抗拉强度设计值。(www.daowen.com)

表5-5　多层钢结构框架梁柱板件宽厚比限值

注:①表列数值适用于Q235钢，其他钢号应乘以

②表中，N_b为梁的轴向力，A为梁的截面面积，f为梁的钢材抗拉强度设计值。

③Ρ指N_b/A_f。

2．高层框架柱长细比，6度时不宜大于120 7度时不宜大

于80，8度和9度时不应大于60多层框架柱长细比，6～8度时不应大于120 9度时不应大于100

3．在柱与梁连接处，柱应设置与上下翼缘位置对应的加劲肋。

4．梁与柱连接的抗弯承载力，不得小于梁的塑性弯矩和节点域屈服时的梁端弯矩的较小值。

5．为预防框架梁柱连接脆性断裂，可以采用如下措施:

（1）严格控制焊接工艺操作，重要的部位由技术等级高的工人施焊，减少梁柱连接中的焊接缺陷。

（2）适当加大梁腹板下部的割槽口（位于垫板上面，用于梁下翼缘与柱翼缘的施焊），以便于工人操作，提高焊缝质量。

（3）补充腹板与抗剪连接板之间的焊缝。

（4）采用梁端加盖板和加腋（图5-4），或梁柱采用全焊方式来加强连接的强度。

图5-4　梁柱连接的加强

（5）利用节点域的塑性变形能力，为此节点域可设计成先于梁端屈服。

6．为防止梁端与柱的连接处发生脆性破坏，可利用“强节点弱杆件”的抗震设计概念，将梁端附近截面局部削弱。试验证明，基于上述思想的梁端狗骨式设计（图5-5）具有优越的抗震性能，可将框架的屈服控制在削弱的梁端截面处。为进一步提高梁端的变形延性，可根据梁端附近的弯矩分布，对梁端截面的削弱进行适当设计，使得梁在一个较长的区段（同步塑性区）能同步地进行塑性耗能（图5-6）。建议梁的同步塑性区L₃的长度取为梁高的一半，使梁的同步塑性区各截面的塑性抗弯承载力比设计值同等的低5％～10％，在同步塑性区的前后各有一个长L₂=L₄=100mm左右的光滑过渡区，过渡区离柱表面L₁=50～100mm，以避开热影响区。

图5-5　狗骨式设计

图5-6　同步塑性设计

二、中心支撑框架

1．抗震设防的中心支撑框架宜采用十字交叉斜杆［图5-7（a）］、单斜杆［图5-7（b）］、人字形斜杆［图5-7（c）］或V形斜杆［图5-7（d）］体系，不得采用K形斜杆体系［图5-7（e）］。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5-8），且每层中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％。

图5-7　中心支撑类型

图5-8　单斜杆支撑的布置

2．人字形和V形支撑斜杆受压屈曲后，使横梁产生较大变形，并使体系的抗剪能力发生较大退化。有鉴于此，在计算地震作用下人字形支撑和V形支撑的斜杆内力时，其地震作用标准值应乘以增大系数1.5，以提高斜杆的承载力。基于同样原因，计算多遇地震作用效应时，十字交叉和单斜杆式中心支撑的斜杆内力应乘以1.3的增大系数。此外，进行支撑抗震承载力验算时，尚应计人重力所产生的支撑内力。

3．支撑杆件长细比，对于多层钢结构，当按6度或7度抗震设防时，不应大于150按8度或9度抗震设防时，不应大于120对于高层钢结构，当按6度或7度抗震设防时，不应大于120按8度抗震设防时不应大于90按9度抗震设防时，不应大于60。f_y以N/mm²为单位。

4．支撑杆件的板件宽厚比，不应大于表5-6规定的限值。

表5-6　中心支撑板件宽厚比限值

注:①表列数值适用于Q235钢，其他钢号应乘以

②括号内数值适合于多层钢结构。

5．支撑斜杆宜采用双轴对称截面。当采用单轴对称截面时（例如双角钢组合T形截面），应采取防止绕对称轴屈曲的构造措施。

6．按7度及以上抗震设防的结构，当支撑为填板式双肢组合构件时，肢件的长细比不应大于构件最大长细比的1/2，且不应大于40。

7．按8度及以上抗震设防的结构，可以采用带有消能装置的中心支撑体系（图5-9）。

此时，支撑斜杆的承载力应为消能装置滑动或屈服时承载力的1.5倍。

图5-9　耗能中心支撑体系

三、偏心支撑框架

1．偏心支撑框架的抗震设计应保证罕遇地震下结构的屈服发生在偏心梁段上，因而要求框架柱的承载力和支撑的承载力高于偏心梁段的承载力。偏心梁段的屈服形式有两种，一种是剪切屈服型，另一种是弯曲屈服型。试验和分析表明，剪切屈服型偏心梁段支撑框架的刚度和承载力较大，延性和耗能性能较好，抗震设计时，偏心梁段宜设计成剪切屈服型。其净长满足下式者为剪切屈服型。

式中，

以上三式中，

V_P——偏心梁段塑性受剪承载力；

M_P——偏心梁段塑性受弯承载力；

h₀——偏心梁段腹板计算高度；

t_w——偏心梁段腹板厚度；

W_P——偏心梁段塑性抵抗矩

2．偏心梁段腹板不得加焊贴板提高强度，也不得在腹板上开洞。偏心梁段板件的宽厚比不应大于表5-7限定的数值。

表5-7　偏心支撑框架梁段板件宽厚比限值

注:①表列数值适用于Q235钢，其他钢号应乘以

②表中，N为偏心支撑框架梁的轴向力，A为梁的截面面积，f为钢材抗拉强度设计值。

3．为保证在塑性变形过程中偏心梁段的腹板不发生局部屈曲，应按下列规定在梁腹板两侧设置横向加劲肋（图5-10）:

图5-10　偏心梁段的加劲肋布置

（1）梁在与偏心支撑连接处应设加劲肋。

（2）在距偏心梁段端部b_f处，应设加劲肋（b_f为偏心梁段翼缘宽度）。

（3）偏心梁段中部应设加劲肋，加劲肋间距应根据偏心梁段长度e确定。

当e≤1.6M_P/V_P时，最大间距为30t_w- （h₀/5）；

当e≥2.6M_P/V_P时，最大间距为52t_w- （h₀/5）；

当e介于以上两者之间时，最大间距用线性插值确定。

其中t_w、h₀为偏心梁段腹板厚度与高度。

4．偏心梁段加劲肋的宽度不得小于0.5b_f- t_w，厚度不得小于0.75 t_w或10mm。加劲肋应采用角焊缝与偏心梁腹板和翼缘焊接。加劲肋与连梁腹板的焊缝应能承受大小为A_stf_y的力，与翼缘的焊缝应能承受大小为A_stf_y/4的力。其中A_st为加劲肋的截面积，f_y为加劲肋屈服强度。

5．偏心支撑框架构件的内力设计值，应按下列要求调整:

（1）偏心支撑斜杆的内力设计值，应取为与支撑斜杆相连接的偏心梁段达到受剪承载力时支撑斜杆内力乘以增大系数，增大系数在8度时应大于1.8，9度时应大于1.9。

（2）位于偏心梁段同一跨的框架梁内力设计值，应取偏心梁段达到受剪承载力时框架梁内力乘以增大系数，增大系数在8度时应大于1.6，9度时应大于1.7。

（3）偏心支撑框架柱的内力设计值，应取偏心梁段达到受剪承载力时柱内力乘以增大系数，增大系数在8度时应大于1.6，9度时应大于1.7。

6.5层以上结构采用偏心支撑框架时，顶层可不设偏心梁段。在设置偏心支撑的框架跨，当首层的弹性承载力为其余各层承载力的1.5倍及以上时，首层可采用中心支撑。

5.1.5　温度应力

对于现代的多高层建筑钢结构，由于常年使用空调系统，室内的温度变化很小。而建筑的边柱，特别当为了满足建筑功能需要而将柱局部或整体暴露于室外时，随着季节及昼夜气温的变化，边柱将产生轴向的伸长与缩短，边柱与内部的竖向构件之间将会出现竖向位移差，层数越高，变形量也就越大。由于框架梁、柱之间通常采用刚接，边柱的竖向形变受到约束，从而在边跨中引起内力的变化。对于气温变化引起结构内力变化的反应，通常可以采用线弹性的方法进行分析。

5.1.6　荷载组合

对于多高层建筑结构，往往有两种或两种以上的荷载同时发生，例如，竖向荷载与风荷载、竖向荷载与地震作用，或竖向荷载、风荷载和地震作用同时发生。实际上，风荷载与水平地震力的最大值并不是同时出现的，应当根据有关的规范正确选择各种荷载的分项系数与组合系数，必须保证结构在正常使用年限内发生最不利的荷载组合情况下具有足够的强度和稳定性。当检验结构与构件的整体稳定性时，需要考虑由于结构侧向变形引起的P-Δ效应，必要时还要考虑温度应力的影响。

进行构件的截面设计时，通常分别对每种荷载组合工况进行验算，取其中最不利的情况作为构件的设计内力。

5.1.7　侧向位移限值

与多高层钢筋混凝土结构相比，多高层钢结构一般都比较柔，在风荷载与地震作用下的侧向位移值较大。如果建筑物在阵风的作用下出现较大的摆动或扭转，将对人体的感觉产生很大影响，常常使人感觉不舒适，有时甚至无法忍受。研究表明，人体对峰值加速度最为敏感，为了保证高层建筑在风力作用下有一个良好的工作与居住环境，需要对平行于风荷载作用方向与垂直于风荷载作用方向的最大加速度加以限制。

当建筑物在风荷载或多遇地震作用下产生的侧向变形过大时，将引起建筑装修材料的破损以及非结构构件的破坏，使结构构件中出现残余变形。在发生罕遇地震的情况下，如果结构的变形过大，将会引起很大的P-Δ效应，非结构构件的严重破坏也会造成人员伤亡，过度倾斜的建筑还会引起居民心理的恐慌。此时除保证结构不发生倒塌外，还要对最大变形加以限制。

由此可见，多高层建筑结构在风荷载与地震作用时必须有足够的侧向刚度，这就要求结构设计时对其侧向位移值加以限制。侧向位移限值分为整体相对位移与层间相对位移两种，其中层间相对位移的限值更为重要。

5.1.8　整体稳定

对于多高层建筑钢结构，除要通过控制受压构件的长细比及板材的宽厚比来保证构件的整体稳定性与局部稳定性外，还要考虑结构的整体稳定性。

对于20～30层的高层建筑，结构的侧向刚度一般较大，P-Δ效应通常可以忽略不计。随着多高层建筑层数的增加及建筑高宽比的增大，当结构在风荷载或地震作用下产生水平位移时，P-Δ效应造成的附加弯矩与附加位移所占的比重逐渐加大，此时如果不考虑二阶效应的影响，可能造成一些构件实际负担的内力超过其设计承载力，从而引起整体结构的倒坍。