深圳某网络科技大厦副楼单边大悬挑结构设计_景守军

1、 第 45 卷 第 6 期2015 年 3 月下 Vol 45 No 6 Mar 2015建 筑 结 构Building Structure深圳某网络科技大厦副楼单边大悬挑结构设计 景守军， 唐增洪， 秦 帆， 胡 鸣， 冯育达， 莫德明 ( 深圳机械院建筑设计，深圳 518027) 摘要 深圳某网络科技大厦副楼为复杂超限单边大悬挑建筑，采用框架-核心筒混合结构体系，屋面高度为47m，单边悬挑长度达 36. 65m，桁架高度为 15m。针对该重要、复杂、特殊的结构体系，分析了结构体系各部分的传力机制及特点，进行了基于性能的抗震设计、卸载模拟、悬挑部分的风振动与舒适度研究以及大悬挑结构竖向地震

2、动研究和整体结构防连续倒塌分析。提出了解决桁架根部局部弯矩过大的新型节点，并对关键节点进行有限元分 析。分析结果表明，结构设计满足要求，所采取的设计方法和新技术是合理可行的。 关键词 单边大悬挑; 连续倒塌; 风振动时程分析; 新型节点; 钢支撑; 楼面舒适度 中图分类号: TU318，TU973 文献标识码: A文章编号: 1002-848X( 2015) 06-0035-06 Design of a unilateral large cantilever structure of annex building of Network Technology Mansion in Shenzhe

3、nJing Shoujun，Tang Zenghong，Qin Fan，Hu Ming，Feng Yuda，Mo Deming ( Shenzhen Machinery Institute Architectural Design Co，Ltd，Shenzhen 518027，China) Abstract: The annex building of Network Technology Mansion in Shenzhen is a complex out-of-code unilateral large cantilever structure with roof height of

4、47m，using frame-core wall structural system with unilateral cantilever length of 36. 65m and truss height of 15m For the important，complex，unique structural system，the force transmission mechanisms and characteristics of every part of the structural system were analyzed The performance-based seismic

5、 design，unloading simulation，wind vibration and comfort level study for the cantilever system as well as the vertical ground motion study and the progressive collapse analysis of the overall structure were carried out A new node was put forward to solve the problem of local large bending moment in t

6、russ root，and the finite element analysis was carried out in key nodes The analyses results show that structural design meets the code requirements and design methods and new technologies are feasible and reasonable Keywords: unilateral large cantilever; progressive collapse; floor comfort level win

7、d vibration time-history analysis; new node; steel brace; 1舒适度风压按 10 年一遇取 0. 45kPa。工程概况 项目位于深圳市福田区，总建筑面积 15. 08 万22. 1结构体系与传力机制结构体系与布置 副楼采用框架-核心筒混合结构体系，采用方钢m2 ，其中地上 9. 97 万 m2 ，地下 5. 11 万 m2 。项目由主楼和副楼两栋塔楼组成，地面以上主楼与副楼间设防震缝，本文主要介绍副楼，副楼主要功能为演播厅及辅助用房，屋面高度为 47m。地上共 9 层，层高: 首层 6m，2 层 5. 1m，3 7 层 5. 2m，8 层

8、 4. 3m，9层 5. 650m。地下共 5 层，层高: 地下 1 层 5. 7m，地下 2 层 3. 9m，地下 3 层和地下 4 层 3. 8m，地下 5 层 4. 15m，底板面标高 21. 3m。悬挑桁架从第 7 层至屋面层由核心筒及外框架伸出 ，悬 挑长度达36. 65m，桁架高度达 15m。建筑效果图见文献1。 结构设计使用年限为 50 年，结构安全等级为一级，地基基础设计等级为甲级。抗震设防类别为乙 类，设防烈度为 7 度，设计基本地震加速度 0. 10g， 地震分组第一组，场地土类别类。场地风压取重现期为 50 年风压值，基本风压 0. 75kPa，承载力计算取基本风压的1.

9、 1 倍，地面粗糙度类别 C 类，风振 管混凝土柱和钢骨混凝土剪力墙核心筒，外框架通过钢梁与核心筒相连，外框架共有 8 根截面尺寸为1. 4m 1. 4m 的钢管混凝土柱，此 8 根钢管混凝土柱在地下室部分变化为截面 1. 4m 1. 4m 的钢骨混凝土柱，核心筒剪力墙外筒墙体厚度为 1. 2m。所用钢材有 Q345B 和 Q420GJC，墙柱混凝土强度等级为 C60，梁板混凝土强度等级为 C40。结构三维模型见图 1，悬挑桁架立面见图 2，悬挑层上、下的结构平面图分别见图 3，4。 沿悬挑方向( X 向，平行于? 轴) 布置四榀桁架( 图 3) ，在垂直于悬挑方向( Y 向，垂直于?轴)的远

10、端设置一榀起协调作用的桁架( 桁架三) ，悬 作者简介: 景守军，硕士，一级注册结构工程师，Email: jsj1999yy 163 com。 2015 年建筑结构36图 1结构三维模型图图 4 悬挑层以下结构平面布置图图 2悬挑桁架立面图图 5 结构局部剖面图33. 1结构抗震设计 结构抗震性能目标 本工程存在扭转偏大、楼板不连续、尺寸突变、竖 图 3 悬挑层以上结构平面布置图向构件不连续、承载力突变等多项不规则，属特殊类型高层建筑。结构设计确定的抗震性能目标见表 1。由表 1 可知，本工程采用的性能目标较高，介于 高层建筑混凝土结构技术规程( JGJ 32010) 2 ( 简称高规) 定义

11、的 A，B 级之间，主要原因有两个方面: 一方面是经对比分析，与 B 级目标相比较，性能目标提高后仅核心筒部分需要增加较少工程造价， 对于总体造价而言，增加比例很小的造价即可满足 性能目标要求; 另一方面是考虑到结构悬挑比较大， 且是乙类建筑，特意提高其性能目标。本工程于2012 年 6 月通过广东省超限高层建筑工程抗震设 防专项审查。 挑桁架由 H 型钢组成，上、下弦杆截面最大高度为1 000mm，腹杆截面最大高度为 700mm。核心筒内采用钢筋混凝土梁板，核心筒外采用钢梁及钢筋桁架组合楼板，核心筒内板厚 130mm，核心筒外除 8 层板厚 100mm 外，其余均为 130mm，楼板在大洞口

12、及弱连接部位配置加强钢筋，同时在悬挑层设置楼板平面内水平钢支撑，以提高结构水平方向的承载力。 2. 2 传力机制 结构的传力机制为: 通过平行于悬挑方向的 4 榀桁架将大悬挑部分竖向及水平作用传至核心筒及外框柱，同时通过斜腹杆( 图 5) 将桁架部分荷载作用传至核心筒，最终由核心筒和外框柱传至基础。 3. 2结构受力特点及分析 地震作用下整个结构有比较复杂的反应，主要 第 45 卷 第 6 期景守军，等 深圳某网络科技大厦副楼单边大悬挑结构设计 37表 1结构抗震性能目标有以下几个方面: 一是水平和竖向震动耦合; 二是悬挑端有比较大的竖向震动反应，导致核心筒远离悬挑端一侧混凝土承受拉力; 三是

13、水平地震和竖向地震引起的整体结构扭转作用导致结构筒体有比较大的扭转效应。 ( 1) 大震作用下悬挑端位移分析 大震作用下悬挑端的位移见表 2。由表 2 可知，X 向地震作用下，悬挑远端 Z 向位移比较显著; Y 向地震作用下，因结构扭转造成悬挑远端 Y 向水平位移比较显著。X 向地震作用下，悬挑远端 Z 向位移由框筒部分的剪弯变形( 包含绕 Y 轴的转动变形) 及悬挑部分自身的竖向弯曲变形组成; Y 向地震作用下，悬挑远端 Y 向位移由框筒部分绕 Z 轴的转动变形和悬挑部分自身的水平弯曲变形组成。 图 6 核心筒外筒墙、柱编号荷载，大震作用仅考虑恒荷载和活荷载，活荷载均按 最不利布置( 仅悬挑

14、部分有活荷载) 。从表 4 可看出，小震作用下，墙体 Q2，Q5 均受压，墙体 Q3 受拉，墙体 Q1 总体是以受压为主，但其与墙体 Q3 相连端受拉; 在大震作用下，墙体 Q1，Q3 受拉，墙体 Q2 在 4 层以上受压、在 4 层及其以下受拉，墙体 Q5 在 5 层以上受压、在 5 层及其以下受拉。 ( 4) 核心筒外筒墙体剪压比分析 图 7 给出大震作用下核心筒外筒墙体的剪压比曲线，其中剪力按照墙体中混凝土和型钢所能承担的比例分配，此处用于计算剪压比的剪力为混凝土部分承担的剪力。由图 7 可见，大震作用下核心筒外筒墙体的剪压比均小于限值 0. 18，满足设定抗震性能目标的要求。 表 2大

15、震作用下悬挑端位移/ mm表 3核心筒力矩分析( 2) 小震 Y 向作用下核心筒的总力矩分析 图 6 给出了核心筒外筒墙、柱编号，表 3 给出了各墙体在 Y 向小震作用下的剪力及其相对于核心筒形心点 O 的力臂。由表 3 可知，核心筒外筒墙体 核心筒外筒墙体轴向内力/ kN表 4对核心筒形心点 O 的力矩之和为 979014kNm。Y向地震作用为 61 147kN，等 效力臂为 979 014 / 61 147 = 16. 01m。此巨大力矩将通过内藏钢骨的核心筒传递至地下室的核心筒，再传至基础。 ( 3) 核心筒外筒墙体轴向内力分析 表 4 给出了小震、大震作用下核心筒外筒墙体轴向内力，其中

16、小震作用考虑恒荷载和活荷载及风 楼层小震作用 大震作用 Q1 Q2 Q3 Q5 Q1 Q2 Q3 Q5 9 层 8 层 7 层 6 层 5 层 4 层 3 层 2 层 1 层 873 2 349 3 178 6 226 9 564 10 972 11 181 12 072 12 724 4 543 6 130 7 489 14 673 14 128 13 307 12 998 12 032 13 3592 858 6 458 11 181 13 753 15 332 16 127 16 634 18 066 20 850 10 454 14 963 21 294 25 989 24 454 2

17、4 500 24 604 24 356 23 2104 923 7 035 13 071 17 672 24 183 34 848 48 443 63 370 77 633 869 1 663 1 724 6 586 2 633 2 077 6 626 13 066 16 178 6 411 13 841 22 075 30 472 40 328 49 983 60 827 73 267 91 220 6 789 7 149 8 013 6 0792 354 9 006 16 156 22 955 33 904 Q1 Q2 Q3 Q5 剪力/ kN 力臂/ m剪力/ kN 力臂/ m剪力/ k

18、N力臂/ m剪力/ kN力臂/ m36 979 9. 5 11 088 9. 5 14 94310. 7 18 704 10. 7 Q1 Q2 Q3 Q5 剪力/ kN 力臂/ m剪力/ kN 力臂/ m剪力/ kN力臂/ m剪力/ kN力臂/ m37 865 9. 5 11 010 9. 5 17 06910. 7 18 735 10. 7 平面点编号 X 向地震作用 Y 向地震作用 X 向 Z 向 Y 向 A 点B 点C 点D 点 30. 7 30. 8 31. 4 28. 6 3. 0 3. 7 36. 5 7. 5 34. 9 40. 4 133. 3 35. 1 地震烈度 多遇地震

19、设防地震 罕遇地震 抗震性能 不坏，完好 不坏，完好 不坏，完好 层间位移角限值 1 /800 一 1 /400( 框筒部分) 悬挑桁架的上下弦杆及腹杆 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面弹性 关键构件 外筒剪力墙正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面不屈服， 斜截面弹性 框架柱 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面弹性 除关键构件 以外的竖向构件 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面不屈服， 斜截面弹性 耗能构件 内筒剪力墙，连梁 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面

20、弹性 正截面不屈服， 斜截面弹性 框架梁 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面弹性， 斜截面弹性 正截面不屈服， 斜截面弹性 2015 年建筑结 构38( 5 ) 悬挑部分竖向地震作用及其收敛分析级为二级。 4结构计算分析4. 1 振动模态 采用SATWE，ETABS 软件进行多遇地震作用下 的计算对比分析。ETABS 软件计算得到的结构的振型图如图 8 所示( 两种软件计算得到的振型一致) ，由图 8 可以看出，悬挑部分有较大的振动反应。 通 过SATWE和ETABS 软件，采用振型分解反应谱法与弹性时程分析法对比分析了竖向地震作用下结构的反应，得到了竖向 地震作用下悬挑部分 图 7 核心筒外筒

21、墙体剪压比曲线 的竖向地震作用系数( 即悬挑部分所承受的总竖向地震力与悬挑部分的重力荷载代表值的比值) 。悬挑部分恒荷载总重 GDL = 58 269kN，活荷载总重 GLL = 7 822kN，悬挑部分结构重力荷载代表值 GE = GDL + 0. 5GLL = 62180kN，故小震作用下悬挑部 分的竖向地震作用系数 小震 = 2 641kN( 小震竖向 地震力) 1. 25 ( 小震放大倍数) /62 180kN =0. 053，在大震作用下竖向地震作用系数为 大震 = 16 145kN( 大震竖向地震力) /62 180kN = 0. 260。高规中并未规定 7 度( 0. 10 g)

22、 时的竖向地震作用系数，但参照高规插值，可以得到 7 度( 0. 10 g) 时的竖向地震作用系数为 0. 05 ，本文如不考虑 1. 25放大系数，其竖向地震作用系数仅为 0. 042 4 ，小于 0. 05 ，故在采用振型分解反应谱法计算竖向地震作用时应注意其所计算的竖向地震作用是否达到高规规定值。Z 向地震时程分析所得的竖向剪力平均值与弹性反应谱分析所得的竖向剪力之比为2 987 /3 389 = 0. 88。 尽管不同位置的构件内力随竖向振型参与系数的变化是不一致的，但是当振型参与系数在 15% 90% 之间时，其竖向地震引起的构件内力增长非常缓慢，此与高层结构有较大不同。 3. 3结

23、构性能化设计措施 ( 1) 为提高剪力墙连梁的延性，在连梁中配置图 8 结构振型图 型钢，并加强其腰筋及箍筋配置( 配筋率不小于0. 4% 且不小于计算配筋) 。 ( 2) 在核心筒剪力墙中配置型钢，一是为了承担部分剪力及弯矩; 二是与墙体竖向钢筋共同承担拉力。 ( 3) 通过核心筒的连梁来实现结构耗能，虽然连梁中设置了型钢，但墙体中也设置了型钢，相对于墙肢而言，连梁截面内力远小于墙体截面，所以地震作用时是连梁首先发生弯曲破坏，起耗能作用。虽然结构承载力已按较高的性能目标实现，但为使结 构具有较好的塑性变形能力，结构仍然按高延性设计，核心筒及框架柱抗震等级为一级，钢构件抗震等 4. 2整体分析

24、结果对比 由 SATWE，ETABS 软件计算的结构总体指标 对比见表 5。由表 5 可知，两个软件计算的结果比较接近，相符度较好。SATWE 软件计算的整体稳定性验算指标刚重比 X 向为 117. 86，Y 向为 46. 79，均 大于规范限值 2. 7 (不考虑二阶效应的限值) ; ETABS 软件计算的整体稳定性验算指标刚重比 X 向为 106，Y 向为 46. 79，均大于规范限值 1. 4 ( 稳定限值) 和 2. 7( 不考虑二阶效应的限值) 。 4. 3 施工卸载模拟计算 悬挑桁架部分采用满堂脚手架施工，脚手架支 承于地下室顶板上，地下室顶板考虑 60kN / m2 的施 第 4

25、5 卷 第 6 期景守军，等 深圳某网络科技大厦副楼单边大悬挑结构设计 39SATWE，ETABS 计算的结构总体指标对比 表 5与使用状态下的结构支撑条件和荷载作用条件不同，但卸载过程中构件的内力符号没有发生变化，且其应力比均小于正常使用状态下的应力比。 4. 4 防连续倒塌分析与设计 对于防连续倒塌的分析，参考高规采用了两种方法: 一是拆除构件法; 二是施加表面荷载法。 ( 1) KZ1 是受荷最大、最为重要的柱，所以对其按拆除构件法验证是否满足防连续倒塌的要求。计算结果表明，与所拆除构件直接相连的构件最大应力比为( 0. 69 /1. 35) /1. 25 2 = 0. 818，斜拉腹杆

26、 最大应力比为( 1. 13 /1. 35 ) /1. 25 = 0. 67，其余各构件应力比均小于 1。 ( 2) 对于桁架的主要弦杆和腹杆，采用在构件表面附加 80kN / m2 侧向荷载的方法进行验证分析， 分三步进行: 第一步是按未加侧向荷载进行计算; 第二步是将构件从整体结构中取出来，施加侧向荷载 进行内力计算; 第三步是叠加前两步内力。计算结果见表 6，由表 6 可知，桁架一的主要杆件应力比均 小于 1. 0。 工荷载。采用分段吊装的施工方案，桁架在现场焊 接成型，采用塔吊和汽车吊相结合的方法完成吊装 ( 图 9) 。全部钢结构构件安装完毕后再进行脚手架卸载，卸载顺序为由远端向根部

27、逐渐延伸，在卸载过 程中应对钢结构变形及位移进行现场测量。卸载完 毕后，开始安装钢筋桁架，浇筑楼板，砌筑固定隔墙， 然后封闭楼板后浇带。 本工程进行了施工卸载模拟分析，分四步拆脚手架，首先拆第四节下对应的脚手架，接着拆第三节、第二节、第一节下对应的脚手架。卸载过程远端位移模拟显示悬挑远端满足钢结构设计规范( GB 500172003) 3( 简称钢规) 要求，虽卸载过程 表 6施加侧向荷载后桁架一?轴主要杆件应力比 注: 梁和梁为桁架一中的 2 根典型梁。 4. 5 人群荷载下楼盖振动舒适度验算 由于楼盖结构的跨度比较大，故对其进行了舒适度研究，采用 MIDAS / Gen 进行楼盖振动舒适度

28、分析。楼盖振动舒适度分析考虑两种人群荷载工况: 工况一为 21 人同频率、同相位行走; 工况二为 60 人同频率、不同相位行走的。计算结果表明，楼盖最大振动加速度为 0. 045 2m / s2 ，满足规范限值 0. 05m / s2 要求。 4. 6楼盖风振时程分析 基于风洞试验4 实测数据，结合风速时程样本，采用 MIDAS / Gen 软件模拟结构风振5，本工程中只考虑顺风向风速的影响，采用了 Davenport6 脉动风速谱，参考深圳市气象局近年来的风速统计资料，设定参考风速，以 Monte Carlo 法为基础采用谐波叠加法，设定关心的频率始值和终值，随机产生风速时程曲线。局部风振时

29、程荷载按点荷载直接施加于模型相应测点处。 分析结果表明，不同风振时程样本引起的楼盖最大加速度差别较大，这主要是由于随机生成的风图 9 施工方案示意图杆件 梁 梁 水平支撑 竖向支撑 强轴 弱轴 强轴 弱轴 应力比 附加应力比 0. 40 0. 07 0. 71 0. 03 0. 58 0. 03 0. 46 0. 08 0. 34 0. 04 0. 42 0. 14 总应力比 0. 47 0. 74 0. 61 0. 54 0. 38 0. 56计算软件 SATWE ETABS 总质量( 不含地下室) / t 32 724 31 470 水平自振周期/ s T1 = 0. 86 T2 = 0.

30、 48 T3 = 0. 38 T1 = 0. 83 T2 = 0. 60 T3 = 0. 51 竖向自振周期/ s T1 = 0. 55 T2 = 0. 41 T3 = 0. 40 T1 = 0. 51 T2 = 0. 34 T3 = 0. 31 地震作用下基底剪力/ kN X 向 Y 向 25 431 13 965 26 800 17 910 剪重比/ % X 向 Y 向 7. 77 4. 27 8. 52 5. 69 风荷载下 基底剪力/ kN X 向 Y 向 3 135. 4 4 292. 2 2 731 3 429 整体稳定性验算 ( 刚重比) X 向 Y 向 117. 86 46.

31、79 106 31 风荷载下抗倾 覆力矩/ 倾覆力矩 X 向 Y 向 6 428 557 /107 810 = 59. 63 5 862 618 /148 797 = 39. 40 地震作用下抗 倾覆力矩/ 倾覆力矩X 向 Y 向 6 259 513 /857 159 = 7. 30 5 708 456 /471 877 = 12. 10 顺风向/ 横风向顶点最大加速度/ ( m / s2 ) X 向 Y 向 0. 013 /0. 006 0. 015 /0. 009 Z 向最大加速度/ ( m / s2 ) 0. 221( 0. 25，风洞结果) 2015 年建 筑结构40振时程的自身差异所

32、导致的; 基于本文的时域分析方法及风振报告提供的频率方法( 其中楼盖振动最大加速度为 0. 221m / s2 ) 计算出的楼盖风振效应均很明显。针对本工程而言，风荷载引起的竖向振动是设计的控制因素。 5关键节点设计及有限元分析 悬挑桁架从混凝土核心筒及外框柱伸出，第 7层 E，B 点( 图 3) 处节点交汇杆件达 11 根，节点受力比较复杂。悬挑桁架下弦杆根部弯矩非常大，尽管钢材已采用 Q420GJC，但板厚仍超过 100mm，基于此提出了解决桁架根部局部弯矩过大的新型节点，见图 10。此节点通过对工字形截面翼缘板加下挂板的方式，变相增加了翼缘板的宽度。此种做法一是可以减小板厚，降低焊接难度

33、; 二是相对于箱形截面其便于焊接和混凝土浇捣。 图 11 大震作用下节点应力云图/ ( N/ mm2 ) 图 10 典型节点三维图节点分析拟考虑两种荷载工况: 一是大震作用工况; 二是构件屈服工况，即加载至某构件( 根据大震的分析结果，选取承载能力利用率最高的构件) 发生屈服。选取桁架一下弦杆梁柱节点及桁架二下弦杆梁墙节点进行节点分析。采用 MIDAS / FEA7 进行分析。 大震作用下节点应力云图如图 11 所示，结果表明，节点区几乎所有的钢构件均保持在弹性状态，混凝土受拉及受压均保持在弹性状态，节点区构件满足承载能力极限状态的要求。 构件屈服工况下节点应力云图如图 12 所示，结果表明，

34、应力最大钢构件中和轴以下全部发生屈服时，节点核心区内板件仍保持在弹性状态，节点板屈服区域仅分布在以屈服构件相连的局部区域，没有向节点板核心区扩展，满足“强节点、弱构件”的控制要求。 图 12 构件屈服工况下节点应力云图/ ( N/ mm2 ) 6结语 本项目单边大悬挑，其悬挑长度远远超常规结( 下转第 79 页) 第 45 卷 第 6 期李 慎，等 基于性能设计的高强钢组合 K 形偏心支撑钢框架抗震性能研究793 DUBINA D，STATAN A，DINU F Dual high-strength steel eccentrically braced frames with removabl

35、e links J Earthquake Engineering and Structural Dynamics， 2008，37( 15) : 1703-1720 4 BOSCO M，MAINO E M，OSSI P P Proposal of modifications to the design provisions of Eurocode 8 for buildings with split K eccentric braces J Engineering Structures，2014，61( 1) : 209-223 5 蔡益燕，钱稼茹，郁银泉 偏心支撑框架设计新进展 J 建筑结构

36、，2011，41( 4) : 7-10 6 GB 500112010，建筑抗震设计规范S 北京: 中钢框架与普通钢偏心支撑钢框架具有相近的承载能力，但抗侧刚度与延性较小，二者破坏模式十分接近，都以耗能连梁剪切屈服、边框梁受弯屈服及框架柱根部进入塑性作为性能极限状态。 ( 2) 高强钢组合偏心支撑钢框架和普通钢偏心支撑钢框架在罕遇地震作用下基本满足了性能目标和设计原则: 耗能连梁作为主要的耗能构件进入塑性耗能，而其他构件保持弹性。高强度钢材可以在抗震设防区的建筑中应用推广。 ( 3) 满足抗规条件下，高强钢组合偏心支撑钢框架与普通钢偏心支撑钢框架在大震作用下具有相同的层间位移分布模式，而高强钢组

37、合偏心支撑钢框架的层间位移角略大。 ( 4) 高强钢组合偏心支撑钢框架比普通钢偏心支撑钢框架节省了 10% 15% 的用钢量，同时大大减少了加工制作等费用，具有良好的经济效益。 参 考 文 献 ，2010 国建筑工业7 施刚，班慧勇，石永久，等 高强度钢材钢结构的工程应用及研究进展J 工业建筑，2012，42( 1) : 1-7 8 段留省，苏明周，郝麒麟，等 高强钢组合 K 型偏心支撑钢框架抗震性能试验研究J 建筑结构学报， 2014，35 ( 7) : 15-28 9 杨文侠，顾强，宋振森，等 Y 形偏心支撑钢框架的地震反应折减系数和超强系数J 工程力学，2012， 29( 10) : 129-136 10 杨文侠，李 春 燕， 顾 强 Y 形 偏 心 支 撑 钢 框 架SAP2000 非线性分析模型J 兰州理工大学学报: 自然科学版，2010，36( 10) : 111-114 1