第5.5.1条
根据现行国家标准《建筑结构荷载规范》(GBJ 9)，非抗震设防的建筑应满足式(5.5.1-1)。而抗震设防的建筑可能全部或部分地受不考虑地震作用的效应组合控制，此时显然也应满足式(5.5.1-1)。有地震作用的效应组合不再考虑重要性系数，是根据现行国家标准《建筑抗震设计规范》(GBJ 11)的规定，可参见其条文说明。
本条对结构构件的安全等级不作具体规定，由设计入酌情选定。
高层钢结构在风荷载下的顶点位移和层间位移限值，系参考现行国家标准《钢结构设计规范》(GBJ 17)的规定采用，对建筑高度较低的规则结构以及采取减振措施时，可适当放宽。对钢框架核心筒等水平力主要由混凝土结构承受的高层建筑，规定了应按国家现行标准《钢筋混凝土高层建筑结构设计与施工规程》(JGJ 3)的规定，但考虑到该规程的规定对混合结构可能太严，允许在主体结构不开裂和装修材料不出现较大破坏的前提下适当放宽。不出现较大破坏，意味着容许装修材料在大震时出现轻微甚至中等破坏，其数值由设计入员自行选定。
结构顶点位移是指顶点质心的位移。在验算顶点位移时，结构平面端部的最大位移不得超过质心位移的1.2倍。此规定根据设计经验提出，对非抗震计算适用。
高层建筑中人体的舒适度，是一个比较复杂的问题，国外实例和一些研究表明，在超高层建筑特别是超高层钢结构建筑中，必须考虑，不能用水平位移控制来代替。
本条文中的顶点最大加速度限值，是综合分析了国外有关规范和资料，主要参考了加拿大国家建筑规范，再结合我国国情而作出的限值规定。加拿大规范规定，暂定加速度限值1%～3%g
，重现期取10年，公寓建筑取低限，办公高层建筑取高限。根据我国目前的实际情况，只对顺风向和横风向加速度作了规定，而未对建筑物整体扭转的角加速度限制予以规定，工程中暂不考虑。顺风向顶点最大加速度计算公式
(5.5.1-4)系按照我国现行国家标准《建筑结构荷载规范》(GBJ 9)中风荷载公式的动力部分，再经推导后得到的。经验算，与国外有关公式的计算结果较为接近，在使用该公式时，若遇体型较复杂的建筑，应参照一般高层建筑的作法，将公式中的换成
进行计算，并取绝对值之和。这里，
代表迎风面或背风面第
部分的体型系数，
代表与之对应的迎风面或背风面面积。
横风向顶点加速度计算理论较为复杂，也缺乏足够的资料，因此式(5.5.1-5)采用了加拿大国家建筑规范中的有关公式。横风向振动的临界阻尼比一般可取0.01～0.02，视具体情况选用。
圆筒形高层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，设计中用高层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，或者进行横风向涡流脱落共振验算，其方法可参考风振著作，本条文不作规定。
第5.5.2条
抗震设防的高层钢结构构件承载力验算表达式(5.5.2-1)，与现行国家标准《建筑抗震设计规范》(GBJ 11)规定的公式相同。式中，构件和连接的承载力抗震调整系数，是中国建筑科学研究院抗震所根据可靠度指标要求，考虑本规程规定的高层建筑钢结构的地震作用、材料抗力标准值和设计值等因素，通过对几幢高层钢结构的实例分析，用概率统计方法求得的。结构在弹性阶段的层间位移限值，日本建筑法施行令定为层高的1/200。1988年美国加州规范规定，基本自振周期大于
0.7s的结构，弹性阶段的层间位移限值为层高的1/250或 (
为结构的延性指标)，参考以上规定，本规程取层高的1/250。
规定了结构平面端部构件最大侧移可不超过质心侧移的1.3倍，是考虑地震作用相对暂短。
第5.5.3条
美国ATC3-06规定，Ⅱ类地区危险度建筑(接纳人员较多的一般高层建筑)的层间最大变形角为1/67，系考虑在罕遇地震作用下，结构出现弹塑性交变时的允许值，日本规定罕遇地震时的层间变形角限值为1/100，在工程设计中也有用得更大时，如日本设计的京广中心设计采用的限值为1/75；新西兰抗震规范规定，采用可分离的非结构构件时，最大层间变形角允许为1/100。这些规定都是为了使结构构件在罕遇地震时不脱落。显然，美国的规定较宽。考虑到变形角太严，构件截面可能受罕遇地震控制，这将很不经济，本规程参考美国的上述规定，采用1/70作为变形角限值，试算表明，这一要求一般可以满足。这一限值对按杆系模型将偏严。由于缺乏设计试验，目前还提不出适用于杆系模型的罕遇地震作用下层间位移限值。
层间位移延性比限值，是层间最大允许位移与其弹性位移之比，系参考有关文献和算例结果提出的。