下列结构应进行弹塑性变形验算：
8度Ⅲ、Ⅳ类场地和9度时，高大的单层钢筋混凝土柱厂房的横向排架；7到9度时楼层屈服强度系数小于0.5的钢筋混凝土框架结构；高度大于150米的钢结构；甲类建筑和9度时乙类建筑中的钢筋混凝土结构和钢结构；采用隔震和消能减震设计的结构。此外，还有一些结构宜进行弹塑性变形验算：
7度Ⅲ、Ⅳ类场地和8度时乙类建筑中的钢筋混凝土结构和钢结构；板柱抗震墙结构和底部框架砖房；高度不大于150米的高层钢结构。多高层结构的弹塑性分析
多高层结构的弹塑性分析
“三水准抗震设防，两阶段抗震设计”是我国现阶段的基本抗震设计思想。与“大震不倒”的第三水准设防目标相对应，需要对建筑结构进行第二阶段的抗震设计，即需要对一些规范所规定的建筑结构进行罕遇地震作用下的弹塑性阶段变形验算。
1 结构弹塑性分析的规范要求
目前主要有三本现行规范设计到罕遇地震作用下的弹塑性阶段设计：
1、《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2008）
2、《高层建筑混凝土结构技术规程》（JGJ 3—2002）
3、《高层民用建筑钢结构技术规程》（JGJ99—98）
这几本规范中对于弹塑性阶段设计均有着较为明确的规定，例如《建筑抗震设计规范》（GB 50011—2008）第3.4.3条、第3.6.2条、第5.1.2条、第5.5.2条、第5.5.3条、第5.5.4条、第5.5.5条中均涉及到了罕遇地震作用下的弹塑性阶段变形验算。
“抗震规范”第3.6.2条规定：“不规则且具有明显薄弱层部位可能导致地震时严重破坏的建筑结构，应按本规范有关规定进行罕遇地震作用下的弹塑性变形分析。”
“抗震规范”第5.5.2条规定了何种结构“应”或“宜”进行罕遇地震作用下薄弱层的弹塑性变形验算。
1
下列结构应进行弹塑性变形验算：
（1）8度Ⅲ、Ⅳ类场地和9度时，高大的单层钢筋混凝土柱厂房的横向排架；
（2）7~9度时楼层屈服强度系数小于0.5的钢筋混凝土框架结构；
注：“楼层屈服强度系数”参见SATWE计算结果文件SAT-K.OUT
（3）高度大于150米的钢结构；
（4）甲类建筑和9度时乙类建筑中的钢筋混凝土结构和钢结构；
（5）采用隔震和消能减震设计的结构。
2
下列结构宜进行弹塑性变形验算：
（1）（规范中）表5.1.2-1所列高度范围且属于表3.4.2-2所列竖向不规则类型的高层建筑结构；
（2）7度Ⅲ、Ⅳ类场地和8度乙类建筑中的钢筋混凝土结构和钢结构；
（3）板柱—抗震墙结构和底部框架砖房；
（4）高度不大于150m的高层钢结构
对于罕遇地震作用下的结构弹塑性变形验算的方法，抗震规范5.5.3条给出了明确的规定：不超过12层且层刚度无突变的钢筋混凝土框架结构、单层钢筋混凝土柱厂房可采用简化分析方法；除此之外的其他建筑结构，均可采用弹塑性时程分析方法或静力弹塑性（推覆）分析方法。
可见对于大量的已建、在建和拟建的建筑结构，尤其是高层、超高层建筑结构，进行弹塑性阶段抗震分析是十分必要的。
2 弹塑性分析软件EPDA&EPSA简介
目前，设计人员可用于建筑结构弹塑性分析的计算工具是十分有限的，所以一般只能选用通用有限元分析软件来进行结构的弹塑性计算。通用有限元软件有其自身的优势，如计算功能强大、计算性能相对稳定，用于特别重要结构的分析还是可以考虑的，但对于大多数建筑结构的设计、校核而言还是显得过于复杂，而且对于一些建筑结构所特有的复杂性而言，通用有限元软件未必能够做到简单、适用、可靠。
经过几年的努力，中国建筑科学研究院PKPMCAD工程部在原有的线弹性分析程序的基础上，对建筑结构弹塑性分析软件进行了探索研究，适应规范要求推出了建筑结构弹塑性动力、静力分析软件EPDA&EPSA。目前的EPDA&EPSA软件提供了两种空间模型弹塑性分析方法，一种是弹塑性动力时程分析方法EPDA（Elastic and Plastic Time-history Dynamic Analysis）；另一种是弹塑性静力分析方法EPSA（Elastic and Plastic Static Analysis），即通常所说的静力推覆分析方法（Push-Over Analysis）。
EPDA&EPSA程序具备如下特点：
（1）完全空间化的计算模型，EPDA&EPSA程序是完全基于空间模型而设计的，尽量做到计算模型能够真实地模拟结构的实际受力状态，最大限度地避免了计算模型所带来的计算误差。
（2）前、后处理功能强，自动读取PMCAD的几何信息、荷载信息，SATWE、TAT、PMSAP软件模块的设计分析结果，对钢筋砼构件，自动读取计算配筋，用户可以交互修改生成实配钢筋；充分利用了PKPM系列软件的CFG图形操作功能。
（3）EPDA&EPSA程序不但提供了弹塑性时程分析功能，而且提供了静力弹塑性分析功能。一些渐趋成熟的罕遇地震分析方法和近年来成为研究热点的罕遇地震分析方法均得到一定程度的体现。
（4）EPDA&EPSA程序所提供的材料本构关系力求做到准确和符合中国规范。钢材的本构关系采用双折线的弹塑性本构关系，用户可以自由控制塑性阶段的杨氏模量折减。混凝土的本构关系给出了双折线和三折线两种形式，可以考虑材料的受拉开裂、裂缝闭合、压碎退出工作等混凝土材料所特有的复杂特性；其中的三折线滞回本构关系是按照我国现行混凝土规范采用等能量方法得到的，有着较高的拟合精度。
（5）EPDA&EPSA程序采用了目前阶段可以使用的较为先进的梁单元模型。梁、柱、支撑等一维构件采用纤维束模型模拟，纤维束模型的适用性好，不受截面形式和材料限制，被认为是一种较为精确的杆系有限单元模型。EPDA&EPSA程序中通过综合提高程序计算效率，较好的避免了该模型计算工作量大的问题；同时，程序中给出了直观的杆系单元端部塑性铰判断方法。
（6）剪力墙的弹塑性性质模拟是混凝土结构弹塑性分析的难题。EPDA&EPSA程序将SATWE、TAT、PMSAP程序中使用的弹性墙单元进行了推广，考虑其弹塑性性质，使用弹塑性墙单元来模拟剪力墙的弹塑性性质。这种单元计算效率高，精度好，可以较真实地分析和显示剪力墙的弹塑性状态，相对于一些简化的墙单元弹塑性性质考虑方法有着明显的优势。
（7）为了提高程序的计算效率，EPDA&EPSA程序的线性方程组解法在给出了通常的LDLT解法的同时，还给出了波前法和两种较为高效的有预处理功能的共轭斜量法（PCG）解法，用于结构的静、动力弹塑性分析，使得程序的求解效率明显提高。
（8）弹塑性时程分析时的动力微分方程组解法给出了Newmark-β法和Wilson-θ 法两种直接积分方法；非线性方程组的解法采用增量法与Newton-Raphson或modified Newton-Raphson方法相结合。
（9）静力弹塑性分析程序EPSA可以很好的解决病态方程的求解问题，程序可以计算到荷载—位移曲线的下降段。
（10）EPDA&EPSA程序可以考虑P-Δ效应影响。
3如何有效地使用弹塑性分析软件EPDA&EPSA
考虑到建筑结构设计人员对弹塑性分析概念的了解程度，在EPDA&EPSA程序的开发过程中，开发者在做到计算模型合理、计算方法可靠的同时，尽量减少用户的干预工作量，使得用户可以较为顺利的完成弹塑性分析工作，在使用EPDA&EPSA计算完成后，用户如何有效、合理的利用程序的计算结果是十分重要的。这里进行一些必要的强调。
弹塑性分析的目的是了解结构的弹塑性性能，得到结构在罕遇地震下的抗倒塌能力。
我国现行规范中规定的弹塑性阶段主要是指弹塑性阶段的变形验算，也就是说需要将计算（如利用EPDA或EPSA程序）得到的结构在罕遇地震作用下最大层间位移角与规范所规定的层间位移角限值进行比较，满足限值要求则通过弹塑性阶段的变形验算。
EPDA程序得到罕遇地震作用下最大层间位移角的方法如下：
（1）选择多条天然地震波或人工地震波。
通过计算得到每条地震波作用下各个结构楼层的平均和最大层间位移角，进而得到多条地震波的平均层间位移角均值
确定结构的薄弱楼层，得到多条地震波作用下的楼层平均层间位移角均值。
将薄弱楼层的层间位移角均值与规范限值进行比较，确定是否满足规范要求。
“抗震规范”中对于弹塑性分析时的地震波选择原则并没有明确规定，我们建议用户参考“抗震规范”5.1.2条的规定选取弹塑性分析时的地震波：“采用时程分析法，应按建筑场地和设计地震分组选用不少于两组的实际强震记录和一组人工模拟的加速度时程曲线，其平均地震响应系数曲线应与振型分解反应谱法所采用的地震影响系数曲线在统计意义上相符。”对于一些结构的弹塑性反应明显较小的地震波，用户应该剔除。
（2）给定侧推荷载形式，进行静力推覆分析。
使用EPSA程序提供的抗倒塌验算功能得到结构的需求层间位移角。
将需求层间位移角规范限值进行比较，确定是否满足规范要求。
除了进行规范所规定的弹塑性阶段的变形验算以外，用户还可以利用EPDA&EPSA程序从以下几个方面来了解结构的弹塑性性能：
（1）确定结构的薄弱层。
薄弱层是一个相对的概念，一个结构并不是只有一个薄弱层，有时有多个或连续几个薄弱层。利用EPDA&EPSA程序可以采用如下的一些原则来确定薄弱层部位：
♦ 最大层间位移、最大有害层间位移所在的楼层；
♦ 层间位移、有害层间位移超过规范限值的楼层；
♦ 结构构件塑性铰、剪力墙破坏点比较集中的部位；
♦ 结构局部变形较大的部位；
♦ 结构弹塑性反应力突变的部位。
（2）确定薄弱构件
EPDA程序和EPSA程序均提供了杆件的塑性铰显示和剪力墙的弹塑性状态显示功能。通过这些功能用户可以清楚的了解到结构构件在地震波作用过程中或静力推覆分析过程中结构的弹塑性发展情况，指导用户有选择的加强原结构设计，如增大构件尺寸或增大实配钢筋。
最后，需要强调一下EPDA&EPSA的计算时间问题。前面提到为了尽量符合实际的受力情况，EPDA&EPSA程序采用了空间计算模型，对于实际的高层建筑结构而言，这将使得结构模型达到几万计算自由度。虽然我们从程序的角度采取了很多措施来提高计算效率，但计算一条地震波的时间通常要几个小时，甚至十几个小时的时间。为了提高EPDA&EPSA程序的使用效率，我们对用户提出如下一些建议：
（1）去掉不必要的附属结构、构件。如去掉可以作为上部结构嵌固端的地下室，去掉对整体结构抵抗地震作用没有太多贡献的挡土墙、次梁、裙房等附属结构，尽量只保留主要的结构抗侧力构件。
（2）应该首先使用EPDA&EPSA程序对结构进行试算，如选择某条地震波中的1~2秒时间段进行EPDA计算或选择几个加载步进行EPSA计算，在确定计算没有问题后再进行实际计算。通过试算，用户还可以对程序的计算耗时有所了解。
（3）计算前应该详细检查输入参数是否正确，以免计算完成后有反复。
（4）EPDA程序一次计算尽量不要选太多的地震波，一般应小于3条地震波，最好是一次只计算一条波，以免耗费较多的计算时间后没有得到任何计算结果。需要强调的是，EPDA一次计算完成后，如果用户需要选择其他的地震波继续计算，需要新建工程目录进行计算，以免原来的计算结果被程序删除。如果硬盘空间较小，可以选择只输出文本文件。
（5）规范中对于所选择地震波的持时是有一定要求的：但是某些地震波，尤其是一些人造地震波在几十秒的持时中，地震波远离峰值的前后段加速度很小。一些试算表明，将地震波中远离峰值且加速度很小的部分去掉，对于正确得到最大层间位移角没有多大影响。建议将地震波的计算步数保持在1000步左右为宜。
（6）EPSA程序在结构接近承载力极限状态时耗时是较多的，如果用户只是希望得到需求位移，可以通过参数选择，使得结构的能力曲线穿越需求谱即可。
（7）使用EPDA&EPSA程序计算时，尽量选择较快的计算机在整块的空闲时间（如晚上）进行；在计算过程中尽量不要在该计算机上进行其他操作；并且应“屏幕保护程序”选取“无”且在“电源管理”中的“选择电源使用方案”框内的“关闭监视器”和“关闭硬盘”项选取“从不”，以便观察程序进程。
一般结构应进行哪些抗震验算?以达到什么目的
一般结构应进行多遇地震下结构允许弹性变形验算，多遇地震下强度验算以及罕遇地震下结构的弹塑性变形验算。以达到满足“小震不坏大震不倒”的抗震要求的目的。为满足“小震不坏大震不倒”的抗震要求，规范规定进行下列内容的抗震验算：1、多遇地震下结构允许弹性变形验算，以防止非结构构件（隔墙、幕墙、建筑装饰等）破坏。2、多遇地震下强度验算，以防止结构构件破坏。3、罕遇地震下结构的弹塑性变形验算，以防止结构倒塌。“中震可修”抗震要求，通过构造措施加以保证。
哪些钢结构必须弹性分析
众所周知，我国抗震设计目前采用“二阶段设计法”。对于钢结构，第一阶段设计一般基于线弹性分析内力，采用计算长度系数法进行设计；对于一些重要的、复杂的钢结构，还要进行第二阶段的设计和验算，一般采用弹塑性分析方法。
进行钢结构弹塑性分析时，要符合如下规定【1】：
1、框架柱和框架主梁至少要划分4个单元；斜支撑考虑受压承载力时，每一段应划分4个单元，只受拉支撑可以只划分为一个单元。
2、钢材的应力-应变曲线可为理想弹塑性，混凝土的应力-应变曲线参照《混凝土结构设计规范》；其中的屈服强度取规范规定的强度设计值，弹性模量取标准值。
3、梁柱形心线的偏心要得到精确模拟。
4、纯钢构件必须考虑残余应力，组合构件则无需考虑残余应力。构件的初始弯曲建议取杆长的1/750，楼层的初始倾斜建议取层高的1/750；受压斜支撑的初始弯曲为斜支撑总长的1/500，跨层支撑为每层内长度的1/500。
SAUSG软件钢材本构采用双线性随动强化模型。在进行钢结构弹塑性计算分析时，可以考虑几何非线性、材料非线性以及结构和构件的初始缺陷。由于对杆件进行了网格细分，可以较为真实地模拟出杆件的受压失稳状态，以及由于失稳产生的构件承载力下降。
现以一个钢框架-中心支撑结构的实际工程作为算例，对以下三种计算模型的计算结果进行对比分析：
模型一：考虑几何非线性+材料非线性；
模型二：考虑几何非线性+材料非线性+斜撑网格细分；
模型三：考虑几何非线性+材料非线性+构件初始缺陷+斜撑网格细分；
模型四：考虑几何非线性+材料非线性+构件初始缺陷+整体初始缺陷+斜撑网格细分。
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结构概况
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图1 模型示意图
本工程结构形式为钢框架-中心支撑结构体系，地上11层，结构高度39.3米；柱子为方钢管柱，底层柱截面为600mmX600mm，框架梁为工字钢梁，楼板为压型钢板组合楼板；抗震设防烈度为8度（0.20g），设计地震分组为第二组，场地类别为Ⅱ类，模型如图1所示。
主要计算结果(限于篇幅仅列出Y向)
图4 RH4TG045-Y工况下基底剪力时程曲线
图5 RH4TG045-Y工况钢材塑性应变（模型一）
图6 RH4TG045-Y工况构件性能评价（模型一）
图7 RH4TG045-Y工况钢材塑性应变（模型二）
图8 RH4TG045-Y工况构件性能评价（模型二）
图9 RH4TG045-Y工况钢材塑性应变（模型三）
图10 RH4TG045-Y工况构件性能评价（模型三）
图11 RH4TG045-Y工况钢材塑性应变（模型四）
图12 RH4TG045-Y工况构件性能评价（模型四）
表1 主要计算结果
可以看出：
（1）模型三的基底剪力仅为模型一的83%，位移角却为模型一的115%，在基底剪力大幅减少的情况下，最大层间位移角不减反增，说明模型三相对于模型一刚度退化严重；从图2中可以看出，由于模型三底部几层的斜撑失稳或屈服，底部位移角增加的较多，顶部楼层斜撑依然保持弹性未失稳状态；
（2）由于模型一没有对斜撑进行网格划分，无法真实地模拟出杆件的受压失稳以及由于失稳产生的构件承载力下降，所以较高的估计了结构的刚度和构件的承载力，屈服的钢构件占比为1.0%，斜撑基本处于无损坏和轻度损坏；
（3）模型二对斜撑进行了网格划分，能够模拟出杆件的受压失稳以及由于失稳产生的构件承载力下降；从图7、8可见底部部分斜撑受压屈曲或屈服，屈服的钢构件占比为1.4%，半数斜撑达到中度以上损坏；
（4）模型三不仅对斜撑进行了网格划分，还考虑了构件初始缺陷，构件初始缺陷对刚度影响较小，但是有更多的斜撑受压屈曲或屈服，屈服的钢构件占比为1.6%，斜撑达到中度以上损坏的数量进一步增加；
（5）模型四是在模型三的基础上，增加考虑了结构整体初始缺陷，其计算结果与模型三基本一致，可知结构整体初始缺陷对结构计算结果的影响不如构件初始缺陷明显，但是对于局部构件的屈服和失稳有一定影响。
结论
进行钢结构弹塑性分析仅考虑几何非线性、材料非线性是不够的，要得到更加准确的分析结果，还应该细致地模拟杆件的受压失稳以及由于失稳产生的构件承载力下降，同时还需要考虑结构和构件的初始缺陷对结构稳定和承载力的影响。
这一切SAUSG-Detla软件都能轻松地帮助你实现！
参考文献：
[1] 童根树.钢结构设计方法[M].北京：中国建筑工业出版社,2007.
END
排版| 小编
文案| 孙磊
图片| 不可商用
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高层建筑什么时候需要进行罕遇地震的计算
首先要知道多遇地震一般指小震,50年可能遭遇的超越概率为63％的地震烈度值.罕遇地震一般指大震,50年超越概率2％～3％的地震烈度.所以一般设计的时候要是否要考虑罕遇地震是根据高层建筑的所在地而定，具体可以参考如下规范：
一、《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3—2002有关规定如下：
4.6.4 高层建筑结构在罕遇地震作用下薄弱层弹塑性变形验算,应符合下列规定:
1 下列结构应进行弹塑性变形验算:
1) 7-9度时楼层屈服强度系数小于0.5的框架结构;
2)甲类建筑和9度抗震设防的乙类建筑结构;
3)采用隔震和消能减震技术的建筑结构.
2 下列结构宜进行弹塑性变形验算:
1)本规程表3.3.4所列高度范围且不满足本规程第4.4.2--4.4.5条规定的高层建筑结构;
2) 7度QI ,W类场地和8度抗震设防的乙类建筑结构;
3)板柱一剪力墙结构.
二、《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99—98有关规定如下：
第5.1.1条 结构的作用效应可采用弹性方法计算.抗震设防的结构除进行地震作用下的弹性效应计算外,尚应计算结构在罕遇地震作用下进入弹塑性状态时的变形.
三、《高层建筑钢—混凝土混合结构设计规程》CECS—2008有关规定如下：
4.1.7 高层建筑混合结构的位移限值应符合下列要求:
在罕遇地震作用下,高层建筑混合结构的弹塑性层间位移角,对于混合框架结构不应大于1/50,其余结构不应大于1/100.
由此可以理解为：高层混合结构都应进行罕遇地震作用下的弹塑性层间位移计（验）算.
高层建筑什么时候需要进行罕遇地震的计算?
首先，我国现行规范所谓的罕遇地震计算，实际上是验算结构在罕遇地震作用下进入弹塑性状态时的变形，从而满足第三水准”大震不倒“
具体规定分混凝土结构、钢结构、以及钢-混凝土混合结构三种情况予以回答：
一、《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3—2002有关规定如下：
4.6.4 高层建筑结构在罕遇地震作用下薄弱层弹塑性变形验算，应符合下列规定:
1 下列结构应进行弹塑性变形验算:
1) 7-9度时楼层屈服强度系数小于0.5的框架结构;
2)甲类建筑和9度抗震设防的乙类建筑结构;
3)采用隔震和消能减震技术的建筑结构。
2 下列结构宜进行弹塑性变形验算:
1)本规程表3.3.4所列高度范围且不满足本规程第4.4.2--4.4.5条规定的高层建筑结构;
2) 7度QI ,W类场地和8度抗震设防的乙类建筑结构;
3)板柱一剪力墙结构。
二、《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99—98有关规定如下：
第5.1.1条 结构的作用效应可采用弹性方法计算。抗震设防的结构除进行地震作用下的弹性效应计算外，尚应计算结构在罕遇地震作用下进入弹塑性状态时的变形。
三、《高层建筑钢—混凝土混合结构设计规程》CECS—2008有关规定如下：
4.1.7 高层建筑混合结构的位移限值应符合下列要求:
在罕遇地震作用下，高层建筑混合结构的弹塑性层间位移角，对于混合框架结构不应大于1/50，其余结构不应大于1/100。
由此可以理解为：高层混合结构都应进行罕遇地震作用下的弹塑性层间位移计（验）算。
以上都是规范的明文内容，一些规定涉及其它条文，若有疑问找相应规程仔细阅读一下就不难领会。 希望对你有所帮助。
多高层建筑结构水平位移限值的目的，目的
3．5 水平位移限值和舒适度要求
3．5．1 在正常使用条件下，高层民用建筑钢结构应具有足够的刚度，避免产生过大的位移而影响结构的承载能力、稳定性和使用要求。
3．5．2 在风荷载或多遇地震标准值作用下，按弹性方法计算的楼层层间最大水平位移与层高之比不宜大于1／250。
3．5．3 高层民用建筑钢结构在罕遇地震作用下的薄弱层弹塑性变形验算，应符合下列规定：
1 下列结构应进行弹塑性变形验算：
1)甲类建筑和9度抗震设防的乙类建筑；
2)采用隔震和消能减震设计的建筑结构；
3)房屋高度大于150m的结构。
2 下列结构宜进行弹塑性变形验算：
1)本规程表5．3．2所列高度范围且为竖向不规则类型的高层民用建筑钢结构；
2)7度Ⅲ、Ⅳ类场地和8度时乙类建筑。
3．5．4 高层民用建筑钢结构薄弱层或薄弱部位弹塑性层间位移不应大于层高的1／50。
3．5．5 房屋高度不小于150m的高层民用建筑钢结构应满足风振舒适度要求。在现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009规定的10年一遇的风荷载标准值作用下，结构顶点的顺风向和横风向振动最大加速度计算值不应大于表3．5．5的限值。结构顶点的顺风向和横风向振动最大加速度，可按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009的有关规定计算，也可通过风洞试验结果判断确定。计算时钢结构阻尼比宜取0．01～0．015。
表3．5．5 结构顶点的顺风向和横风向风振加速度限值
使用功能 alim
住宅、公寓 0.20m/s2
办公、旅馆 0.28m/s2
3．5．6 圆筒形高层民用建筑顶部风速不应大于临界风速，当大于临界风速时，应进行横风向涡流脱落试验或增大结构刚度。顶部风速、临界风速应按下列公式验算：
式中：vn——圆筒形高层民用建筑顶部风速(m／s)；
μz——风压高度变化系数；
w0——基本风压(kN／m2)，按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009的规定取用；
vcr——临界风速(m／s)；
D——圆筒形建筑的直径(m)；
T1——圆筒形建筑的基本自振周期(s)。
3．5．7 楼盖结构应具有适宜的舒适度。楼盖结构的竖向振动频率不宜小于3Hz，竖向振动加速度峰值不应大于表3．5．7的限值。楼盖结构竖向振动加速度可按现行行业标准《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 3的有关规定计算。
表3．5．7 楼盖竖向振动加速度限值
注：楼盖结构竖向频率为2Hz～4Hz时，峰值加速度限值可按线性插值选取。
解释：3．5 水平位移限值和舒适度要求
3．5．1 高层民用建筑层数多，高度大，为保证高层民用建筑钢结构具有必要的刚度，应对其楼层位移加以控制。侧向位移控制实际上是对构件截面大小，刚度大小的一个宏观指标。
在正常情况下，限制高层民用建筑钢结构层间位移的主要目的有：一是保证主体结构基本处于弹性受力状态；二是保证填充墙板，隔墙和幕墙等非结构构件的完好，避免产生明显损伤。
3．5．2 本规程采用层间位移角作为刚度控制指标，不扣除整体弯曲转角产生的侧移。本次修订采用了现行国家标准《建筑抗震设计规范》GB 50011的层间位移角限值。
3．5．3 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。本条对不同高层民用建筑钢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。
3．5．5 对照国外的研究成果和有关标准，要求高层民用建筑钢结构应具有良好的使用条件，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进行风洞试验确定的结构顶点最大加速度a1im不应超过本规程表3．5．5的限值。这限值未变，主要是考虑计算舒适度时结构阻尼比的取值影响较大，一般情况下，对房屋高度小于100m的钢结构阻尼比取0．015，对房屋高度大于100m的钢结构阻尼比取0．01。
高层民用建筑的风振反应加速度包括顺风向的最大加速度、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。本次修订取消了98规程的计算公式，建议可按现行国家标准《建筑结构荷载规范》GB 50009的相关规定进行计算。
3．5．6 圆筒形高层民用建筑有时会发生横风向的涡流共振现象，此种振动较为显著，但设计是不允许出现横风向共振的，应予避免。一般情况下，设计中用房屋建筑顶部风速来控制，如果不能满足这一条件，一般可采用增加刚度使自振周期减小来提高临界风速，或者横风向涡流脱落共振验算，其方法可参考结构风工程著作，本条不作规定。
3．5．7 本条主要针对大跨度楼盖结构。楼盖结构舒适度控制已成为钢结构设计的重要工作内容。
对于钢-混凝土组合楼盖结构，一般情况下，楼盖结构竖向频率不宜小于3Hz。以保证结构具有适宜的舒适度，避免跳跃时周围人群的不舒适。一般住宅、办公、商业建筑楼盖结构的竖向频率小于3Hz时，需验算竖向振动加速度。
中震不屈服设计是不是属于罕遇地震弹塑性
首先要知道遇震般指震,50能遭遇超越概率陆三％震烈度值.罕遇震般指震,50超越概率贰％～三％震烈度.所般设计候要否要考虑罕遇震根据高层建筑所定具体参考规范： 、《高层建筑混凝土结构技术规程》JGJ 三—贰00贰关规定： 四.陆.四 高层建筑结构罕遇震作用薄弱层弹塑性变形验算,应符合列规定: 依 列结构应进行弹塑性变形验算: 依) 漆-9度楼层屈服强度系数于0.5框架结构; 贰)甲类建筑9度抗震设防乙类建筑结构; 三)采用隔震消能减震技术建筑结构. 贰 列结构宜进行弹塑性变形验算: 依)本规程表三.三.四所列高度范围且满足本规程第四.四.贰--四.四.5条规定高层建筑结构; 贰) 漆度QI ,W类场吧度抗震设防乙类建筑结构; 三)板柱剪力墙结构. 二、《高层民用建筑钢结构技术规程》JGJ99—9吧关规定： 第5.依.依条 结构作用效应采用弹性计算.抗震设防结构除进行震作用弹性效应计算外,尚应计算结构罕遇震作用进入弹塑性状态变形. 三、《高层建筑钢—混凝土混合结构设计规程》CECS—贰00吧关规定： 四.依.漆 高层建筑混合结构位移限值应符合列要求: 罕遇震作用,高层建筑混合结构弹塑性层间位移角,于混合框架结构应于依/50,其余结构应于依/依00. 由理解：高层混合结构都应进行罕遇震作用弹塑性层间位移计（验）算
PKPM如何实现弹塑性变形验算
1、超筋
修改钢筋或截面。
2、截面有效高度h0的误差
若主梁的主筋是28及以上，或者箍筋直径查过10mm，而实配面积和计算面积又非常接近的话，有可能出现SR值略微超过1.0的情况。出现这一现象的原因主要是因为截面有效高度h0的计算误差引起的。
在结构分析计算处构件端部或者跨中的弯矩后，配筋计算时，h0假设箍筋直径10mm，主筋直径25mm得到的值。
3、程序问题
程序会将某些地震组合计算得出的荷载效应，按非地震组合效应去考虑，从而得出错误的结果。
