为适应高层建筑多功能发展的需要, 带转换层的高层建筑结构应用越来越多, 已成为现代高层建筑发展的趋势之一^[1]。型钢混凝土梁不仅承载力高, 刚度大, 可大大减小截面尺寸, 且塑性、耐久性和抗震性能均优于普通钢筋混凝土梁。随着我国建筑物朝高层和超高层方向发展, 转换层结构承托的楼层数量也相应增多, 同时由于建筑层高和空间的种种要求和限制, 在国内实际工程应用中大力推广型钢混凝土转换层将势在必行。

　　 本工程位于茂名市油城十路南侧, 项目总建筑面积约42万m², 地上由9栋高层塔楼组成, 其中1#, 2#, 4#, 5#, 8#, 9#塔楼地上38层, 结构高度均为120m;3#, 6#, 7#塔楼地上32层, 结构高度均为100m, 均采用部分框支-剪力墙结构形式。1#～9#塔楼1～3层临街部分为商业, 4层楼面为转换层, 1～3层高由下而上分别为5.3, 4.5, 5.2m, 标准层层高3m。各栋塔楼除转换层及商业部分结构布置有所区别外, 其余标准层结构基本相同。地下室共2层, 地下1层层高4.1m, 地下2层层高4.0m, 主要用作车库、设备用房等。本工程结构设计使用年限为50年, 建筑结构安全等级为二级;抗震设防烈度为7度, 设计基本地震加速度为0.10g, 场地类别为Ⅱ类, 设计地震分组为第一组, 特征周期为0.35s, 抗震设防分类为丙类。本工程结构高度最大为120m, 为B级高度超限高层建筑, 而且存在平面扭转、凹凸及竖向构件间断等不规则项, 因而对其进行了超限高层结构分析, 分析的主要内容及超限加强措施等见文献[2], 本文主要对具有代表性的1#塔楼型钢混凝土框架转换结构进行详细介绍。

　　 由于建筑功能及层高的限制, 转换层框支柱及框支梁均不能过大, 因此经综合比较分析, 在转换层选用抗震性能优越的型钢混凝土框支转换梁 (简称框支梁) 和型钢混凝土框支柱 (简称框支柱) 。框支柱截面为1 300×1 600, 含型钢率为4.5%;框支梁截面为1 300×1 800, 含型钢率为2.95%。裙楼框架柱截面一般为600×600, 落地剪力墙墙厚为400～450mm, 转换层以上剪力墙墙厚为200～300mm。框支转换层和标准层局部结构平面布置图分别如图1, 2所示。由图1, 2可见, 框支梁上的混凝土剪力墙是分段布置于框支梁上的, 而且各墙肢轴线间、墙肢与框支梁轴线间并不重合, 与传统的剪力墙满布框支梁的结构不同。根据《建筑抗震设计规范》 (GB 50011—2010) 规定, 本工程框支框架抗震等级为特一级, 其他为一级。

　　 本工程为B级高度超限高层建筑, 因此分别采用了SATWE, MIDAS Building软件进行整体计算对比分析, 计算时采用相同的计算参数, 考察结构动力特性时采用刚性楼板假定, 计算内力时全楼采用弹性楼板假定, 由于转换层楼板在地震中受力变形较大, 其在平面内的变形是不能忽略的, 在进行整体分析时, 将转换层楼板用弹性膜单元模拟。两种程序分析得出的结构反应特征及变化规律基本吻合, 说明模型是符合实际的, 可作为工程设计的依据。

　　 SATWE软件中, 一维受力构件采用两端带刚臂的空间杆单元模拟, 剪力墙采用壳单元模拟, 这比较符合剪力墙的实际应力状态, 在软件中采用静力凝聚原理构造了一种超单元, 为通用墙元, 该墙元不仅具有墙所在平面内的刚度, 也具有平面外刚度, 可以真实地模拟剪力墙的受力状态^[3]。根据SATWE软件的计算结果, 框支梁KZL1, KZL2 (图1) 的控制组合内力如表1所示。由表1可见:1) 作用在框支梁上的上部剪力墙是分段作用的, 其受力特征与框支梁上满布墙体的情况不同, 框支梁与剪力墙并不能形成明显“拱”作用, 框支梁并不只是传统意义上的墙体底部边缘的一个加厚部分, 不是拉弯构件, 有其自身特性:框支梁弯矩分布与普通梁类似;剪力从跨中剪力墙分段处到支座截面最大;2) 框支梁KZL1的梁端剪力达14 623kN, 如果设定该梁的宽度为1 300mm, 混凝土强度等级为C50, 为满足抗剪要求, 该梁高最小需要3 100mm, 造成截面过高不满足建筑功能。

　　 在抗震框架中, 除了强度要求以外, 应设计具有较好变形能力的延性框架。在“强柱弱梁”的延性框架中, 结构延性主要由框架梁提供, 为保证实现“强柱弱梁”的延性框架设计, 当框架梁刚度过大时, 除非把柱子截面加大, 否则很难做到“强柱弱梁”。试验研究^[4,5]表明:采用型钢混凝土模型的框支框架在竖向及水平低周反复荷载作用下的受力性能、滞回特性、耗能能力、整体延性和刚度退化等抗震性能方面明显优于采用普通钢筋混凝土的模型;由于型钢骨架的贡献, 其薄弱层已上移, 整个结构的屈服破坏机制趋于合理, 底部框支柱与框支梁的塑性转动延性也得到显著改善。综合以上分析, 最终选用型钢混凝土框支梁。

　　 当构件的剪跨比或跨高比很小时, 可能发生腹部的斜压破坏形态, 增设腹筋无助于混凝土斜向抗压强度的提高。为防止这种情况的发生, 只能提高混凝土的强度等级或增大构件的截面^[6]。

　　 转换梁受力复杂, 而且十分重要, 为保证转换梁安全可靠, 《高层建筑混凝土结构技术规程》 (JGJ 3—2010) ^[7] (简称高规) 规定的转换梁的受剪截面控制条件比框架梁更为严格, 即剪压比限值从0.20减小为0.15。

　　 《型钢混凝土组合结构技术规程》 (JGJ 138—2001) ^[8] (简称型钢规程) 第5.1.4条规定抗震设计时型钢混凝土框架梁的受剪截面控制条件如下:

　　 $\begin{array}{l}V{}_{\text{b}}\le \frac{1}{\gamma {}_{\text{R}\text{E}}}0.36f{}_{\text{c}}bh{}_0(1)\\ \frac{f{}_{\text{a}}t{}_{\text{w}}h{}_{\text{w}}}{f{}_{\text{c}}bh{}_0}\ge 0.10(2)\end{array}$

　　 式中:V_b为考虑抗震等级的剪力设计值;f_c为混凝土抗压强度设计值;b为梁截面宽度;h₀为型钢受拉翼缘和纵向受拉钢筋合力点至混凝土受压边缘的距离;f_a为型钢材料强度设计值;t_w为型钢腹板厚度;h_w为型钢腹板高度;γ_RE为承载力抗震调整系数。

　　 由式 (1) 可知, 由于型钢的存在, 型钢混凝土梁的受剪承载力上限比钢筋混凝土梁有所增加, 但型钢规程以及其他规范对框支梁的受剪截面控制条件并未有明确规定。

　　 控制高层建筑各类结构构件在重力荷载、水平荷载共同作用下的剪压比是保证建筑结构延性、安全度的重要措施。在高层建筑结构中, 为保证各类结构构件延性, 从结构安全度和实际构件配筋可行性角度出发, 文献[9]对框架梁、转换梁的剪压比限值规定比高规更为严格:剪压比限值按抗震等级和混凝土强度等级的提高而降低。

　　 尽管结构计算软件技术不断发展, 计算精度不断提高, 但是实际的高层建筑结构受力十分复杂, 计算的结构内力与实际的结构内力不可避免地存在着一定差距^[9], 转换构件轴压比及剪压比的控制有利于弥补差异带来的结构隐患, 有利于保证结构的安全。

　　 综合以上分析可知:虽然型钢规程并未规定框支梁的受剪截面控制条件, 且框支梁比普通钢筋混凝土转换梁具有承载力高、延性好等方面的优点, 但框支梁作为复杂高层建筑结构转换梁的一种, 其承受上部结构传来的垂直和水平荷载是一致的, 受力复杂, 而且十分重要。依据《高层建筑结构概念设计》^[10]的原则, 在力求结构计算尽量全面准确、符合实际工作状态的同时, 要给结构留有一定安全度, 当严格控制框支梁的剪压比, 即以高规规定的转换梁与普通框架梁剪压比限值的比例系数0.15/0.2=0.75为基础, 按此比例系数确定框支梁剪压比限值0.75×0.36=0.27。

　　 框支梁KZL1经分析计算后选择截面为1 300×1 800, 混凝土强度等级取C50, 大大减小了梁截面高度。由于采用宽翼缘型钢不仅会对梁内自身的箍筋设置产生影响, 而且在梁柱节点内部柱纵筋会大量穿过型钢翼缘从而造成截面损失, 同时施工也十分困难。综合比较后, 在满足抗剪前提下可选择窄翼缘型钢^[11], 在框支梁内对称配置截面为1 200×40×300×40的工字形钢, 型钢为Q345级, 框支梁含钢率为2.95%。型钢翼缘宽度为300mm, 基本不影响梁内箍筋设置, 梁柱节点内柱纵筋基本不触碰梁型钢翼缘, 仅个别触碰翼缘的纵筋也可采用绕过型钢翼缘进入节点核心区或个别采用特殊措施, 对施工并无太多影响。框支梁配筋大样图见图3 (a) 。

　　 采用具有墙元模型的SATWE软件进行整体计算分析, 得到框支梁的内力及配筋, 结果显示:配置了型钢的框支梁, 其纵筋量明显少于未配置型钢的钢筋混凝土转换梁。经仔细分析发现, 型钢规程中规定了型钢混凝土框架梁的纵筋配筋率为0.3%, 而没有单独规定框支梁的配筋率, 因此, 软件是按型钢混凝土框架梁的配筋率来配置框支梁的纵筋的。而高规中则分别规定了框架梁和框支梁的配筋率, 且框支梁配筋要大于普通框架梁。比较分析发现, 在正截面计算时, 钢筋混凝土框架梁充分发挥了纵筋作用, 框支梁也充分发挥了纵筋和内置型钢的作用;但在配筋计算时, 根据高规规定对钢筋混凝土转换梁在水平地震作用下的计算内力作了进一步增大 (特一级增大系数1.9) , 而框支梁则没有类似加大。若按上述的配筋方案, 会出现比较矛盾的结果:相对受力较小的钢筋混凝土转换梁, 纵筋安全余量较多;相对受力较大的框支梁, 纵筋安全余量较小。考虑到框支梁受力复杂且十分重要, 为保证其设计安全度并具有良好的抗震性能, 最终确定本工程的特一级框支梁的纵筋配筋率为0.6%。

　　 本文采用高精度平面有限元框支剪力墙计算及配筋软件FEQ对框支梁所在的榀进行高精度有限元分析, 得到各工况下框支梁的内力分布图, 了解其应力分布情况, 取SATWE模型和FEQ模型计算结果包络值得到框支梁和附近墙体配筋, 复核结果显示所选取的框支梁配筋满足要求。

　　 型钢规程有关梁的受弯计算假定是腹板在局部范围内达到屈服, 即正应力达到钢材抗拉设计强度, 但并未对屈服的高度进行限制, 对于对称布置的型钢梁来说, 即使受压区混凝土被压溃, 部分腹板仍处于弹性工作状态。因此, 简单地假定腹板在局部范围内达到屈服, 而不对塑性区高度进行限制是不妥的^[11]。针对本工程框支梁的受力特性, 为安全起见, 在计算中仅考虑型钢翼缘的抗弯作用, 不考虑腹板的抗弯贡献, 型钢腹板用于抗剪验算^[12]。

　　 框支梁正截面抗弯承载力M计算公式如下:

　　 $\begin{array}{l}{\rm M}\le \frac{1}{\gamma {}_{\text{R}\text{E}}}\left[f{}_{\text{c}}bx\left(h{}_0-\frac{x}{2}\right)+f{}_{{\text{y}}^{\prime }}A{}_{{\text{s}}^{\prime }}\left(h{}_0-a{}_{{\text{s}}^{\prime }}\right)+f{}_{{\text{a}}^{\prime }}A{}_{\text{a}\text{f}}´\left(h{}_0-a{}_{{\text{a}}^{\prime }}\right)\right](3)\\ f{}_{\text{c}}bx+f{}_{{\text{y}}^{\prime }}A{}_{{\text{s}}^{\prime }}+f{}_{{\text{a}}^{\prime }}A{}_{\text{a}\text{f}}´-f{}_{\text{y}}A{}_{\text{s}}-f{}_{\text{a}}A{}_{\text{a}\text{f}}=0(4)\end{array}$

　　 框支梁斜截面抗剪承载力V_b计算公式如下:

　　 $V{}_{\text{b}}\le \frac{1}{\gamma {}_{\text{R}\text{E}}}\left[0.06f{}_{\text{c}}bh{}_0+0.8f{}_{\text{y}\text{v}}\frac{A{}_{\text{s}\text{v}}}{s}h{}_0+0.58f{}_{\text{a}}t{}_{\text{w}}h{}_{\text{w}}\right](5)$

　　 式中:M为弯矩设计值;x为混凝土受压区高度;A_s, A_s′分别为受拉区、受压区钢筋截面面积;A_af, A_af′分别为型钢受拉区、受压区翼缘截面面积;f_a, f_a′分别为型钢材料抗拉、抗压强度设计值;f_yv为箍筋强度设计值;A_sv为配置在同一截面内箍筋各肢的全部截面面积;s为沿构件长度方向上箍筋的间距。

　　 经验算, 框支梁抗弯、抗剪承载力均满足要求。

　　 把型钢翼缘作为纵向受力钢筋, 考虑部分型钢腹板的影响, 按荷载的短期效应组合并考虑长期效应组合和裂缝宽度分布不均匀性的影响, 按型钢规程第5.2.2条公式对框支梁的最大裂缝宽度进行计算, 计算结果得到最大裂缝宽度w_max=0.236mm<[w_max]=0.3mm, 满足要求。

　　 试验^[8]表明, 型钢混凝土梁在加载过程中截面平均应变符合平截面假定, 且型钢与混凝土截面变形的平均曲率相同, 因此, 截面抗弯刚度可以采用钢筋混凝土截面抗弯刚度和型钢截面抗弯刚度叠加的原则来处理, 即:

　　 $\begin{array}{l}B{}_{\text{s}}=B{}_{\text{r}\text{c}}+B{}_{\text{a}}(6)\\ B{}_{\text{a}}=E{}_{\text{a}}{\rm I}{}_{\text{a}}(7)\end{array}$

　　 式中:B_s为短期刚度;B_rc为钢筋混凝土截面抗弯刚度;B_a为型钢在使用阶段采用的弹性刚度;E_a为型钢弹性模量;I_a为型钢截面惯性矩。

　　 根据型钢规程第5.3.2条式 (5.3.2-1) 和式 (5.3.2-2) 计算荷载短期效应和长期效应组合作用下的短期刚度B_s和长期刚度B_l, 再根据计算所得的长期刚度B_l, 利用结构力学的方法计算框支梁挠度f, 得f=8.2mm<[f]=34mm, 满足要求。

　　 由于框支梁与上部分段墙体均不在同一轴线上, 这必将对框支梁产生不利扭矩作用。因此, 为了更好地模拟上部墙体偏心作用, 建模时将框支梁与框支柱置于同一轴线上, 而对框支梁上部不在同一轴线上的剪力墙, 在转换层平面建立几段与框支梁同高且垂直的短梁将上部墙体荷载导入框支梁。经查看, SATWE, MIDAS Building软件扭矩计算结果分别为1 317, 1 178kN·m。考虑到框支层是一个受力整体, 楼板、与框支梁垂直的框支次梁及普通次梁、与框支梁上剪力墙垂直相交的剪力墙均会对框支梁的扭矩产生约束作用, 因此应该在计算的基础上, 通过结构概念及构造来解决, 而不是简单地通过计算加大配筋^[11], 这样会得到更加经济有效的结果。本文采取的主要措施有:1) 框支梁支座上部第一排纵筋沿框支梁全长贯通, 贯通率达70%;2) 适当增加框支梁单侧抗扭腰筋配筋率至0.15%, 不仅增强框支梁抗扭作用, 而且能有效控制大尺寸框支梁侧面产生垂直于梁轴线的收缩裂缝;3) 适当增加转换层楼板的配筋率, 使单层单向配筋率达0.3%, 进一步提高转换层楼板与框支梁共同工作的能力;4) 框支柱间采用截面为1 000×1 500的短梁连接, 并采用截面为600×900的框架梁与落地剪力墙沿建筑横向贯通连接;框支梁上剪力墙的端部或转角位置均设置横向次梁贯通连接并与核心筒相连, 这样进一步加强了框支梁的整体刚度, 提高了其整体抗扭转能力。

　　 对于型钢混凝土构件来说, 型钢与混凝土之间的粘结力大约相当于光面钢筋的1/2, 即使在较低应力下, 也会使钢材和混凝土之间产生滑移, 影响剪应力的传递, 使型钢翼缘外侧混凝土产生应力集中, 一旦荷载增加到使其主拉应力达到混凝土的极限抗拉强度时, 便产生一系列短而斜的粘结裂缝。因而型钢与混凝土连接的部位构造处理相当重要^[4]。本工程框支梁受力大且复杂, 为保证混凝土与型钢变形协调, 共同承受外荷载, 在型钢上翼缘全长设置2排栓钉, 直径选用19mm, 沿梁长方向间距为200mm, 且栓钉中心至型钢板件边缘的距离为70mm。

　　 梁两侧腰筋间配置拉结钢筋, 有助于增强箍筋、纵筋、腰筋所形成的整体骨架的稳定性, 又对混凝土具有约束作用。但由于框支梁中型钢的存在, 设置拉筋时需要在型钢腹板上开孔, 为尽量减小开孔对型钢腹板的影响, 设计采用与箍筋相同直径的拉筋, 拉筋间隔400mm, 且上、下两排拉筋错开设置, 腹板开孔示意如图3 (b) 所示, 这样不仅将型钢腹板截面的开孔率降到最低, 同时也保证了框支梁的整体性。

　　 本设计除在框支梁支座处设置对称加劲肋外, 在框支次梁与框支梁相交处以及框支梁上剪力墙端部位置处设置对称加劲肋, 以增强框支梁局部稳定性并有效传递集中力。

　　 试验研究^[5]表明:型钢混凝土框支柱的破坏形态与钢筋混凝土框支柱不同, 前者发生弯曲延性破坏, 后者发生剪切脆性破坏;配置型钢后型钢混凝土框支柱抗震性能明显得到改善, 在单调和反复荷载作用下其延性均有较大程度提高, 刚度退化现象也优于无型钢的框支柱。为实现“强柱弱梁”的设计原则, 设计中采用型钢混凝土框支柱, 截面为1 300×1 600。由于框支柱抗震等级为特一级, 同时为保证其延性, 控制其轴压比不超过0.55。框支柱实际配钢率为4.5%, 配筋率为1.7%。

　　 已有的试验研究和工程实践经验, 特别是震区灾害调查^[13]表明, 箍筋间距越小、肢距越密, 对核心混凝土约束应力越大, 其应力-应变曲线下降段越高、越平缓, 更有利于延性;但与此同时, 箍筋穿孔对型钢截面的削弱也越严重, 即使采用加劲钢板进行补强, 应力路径还是发生了突变, 对受压型钢构件本身的受力是不利的。所以, 设计时应综合这两方面考虑, 取得一个相对的平衡点。本文采用图4 (a) 所示箍筋配置形式, 箍筋及拉筋直径14mm, 间距100mm, 其设置间距及体积配箍率均满足要求, 同时又避免了在型钢腹板上大量穿孔, 取得了良好效果。

　　 在设计延性框架时, 除了保证梁、柱构件具有足够的承载力和延性以外, 还应保证节点区的承载力, 使之不过早破坏是十分重要的, 因为节点区破坏或者变形过大, 梁、柱构件就不再能形成具有抗侧力的框架了。在竖向压力及梁端、柱端弯剪作用下, 节点区存在较复杂的应力状态。震害调查^[13]表明, 节点区主要是在压力和剪力作用下产生剪切变形, 出现对角线方向的斜裂缝, 在反复荷载作用下则产生交叉状的斜裂缝。本工程框支梁柱节点采用刚性连接方案, 具体连接节点如图4所示。

　　 框支梁柱节点核心区为梁型钢、钢筋和柱型钢、钢筋交汇处, 钢材密集, 加密箍筋避免不了穿过型钢翼缘、腹板的问题, 在其间配置箍筋比较困难。由于框支柱型钢腹板在框支梁柱节点核心区具有一定的受剪能力, 相对比较容易施工, 可以代替箍筋承受剪力。由用加厚腹板取代配箍的对比试验研究^[14]发现:型钢混凝土梁柱节点配箍与不配箍试件强度、变形能力及滞回环都是相近的, 说明在一定条件下两种情况是可以相互取代的, 核心区内柱的型钢翼缘和与柱垂直相交的梁对混凝土具有一定的约束能力。考虑到本工程框支梁柱节点的重要性, 框支柱加密箍筋仅在节点区梁型钢腹板开孔穿过 (截面损失率小于25%) , 保证框支柱型钢的完整性, 这样柱箍筋、型钢共同工作来保证节点区不发生剪切破坏。

　　 在地震作用下, 通过节点区的梁纵向钢筋在节点区两边的拉压不同, 无论是受拉钢筋还是受压钢筋, 都是一侧受拉, 另一侧受压, 造成节点区内钢筋与混凝土的粘结应力较一般情况下大, 很容易出现粘结破坏。主筋在节点区内滑移不仅造成传递剪力的能力减弱, 也会使梁端塑性铰区裂缝加大。为此, 设计中应处理好纵向钢筋在节点区的锚固构造。

　　 梁纵筋通过梁柱节点时, 有纵筋贯通节点 (贯通式配筋) 和纵筋在节点内分别锚固 (分离式配筋) 两种方式, 设计师通常认为, 钢筋贯通时拉力在钢筋内自平衡、相互抵消;而分离式配筋时, 会对节点区的混凝土产生一对外拉力, 造成不利影响。试验研究^[6]表明:梁柱节点受拉主筋的外伸段, 钢筋的端头应力为零, 在经过不长的粘结距离 (锚固长度) 后, 钢筋的应力能达到其设计强度 (软钢的屈服强度f_y) 。钢筋的应力差大, 粘结应力值高且分布变化大, 如图5所示。因此, 可认为分离式配筋和贯通式配筋的受力原理是相似的, 并没有本质的区别。因为钢筋和混凝土是粘结成一个整体共同受力的, 应变是一致的, 符合平截面假定。即使是贯通式配筋, 也是两边各自受力, 在柱边位置因钢筋和混凝土相对滑移最大导致钢筋应力最大, 越往内部应力越小;而不是钢筋内受拉自平衡而混凝土不受力的情形。所以, 条件许可时, 节点应采用贯通式配筋;条件限制时, 也可采用分离式配筋, 但必须满足锚固要求, 如图6所示, 图中d为钢筋直径;L_ae为钢筋的抗震锚固长度。本工程钢筋混凝土梁底筋与框支柱内型钢相碰时均采用这种方法, 既保证了柱内型钢的完整性, 又达到了强锚固的要求, 取得了较好效果。

　　 因为本工程中与框支梁型钢相接的框支柱型钢翼缘也较窄, 梁底纵筋大部分不碰或采用小角度可绕开框支柱内型钢翼缘进入节点核心区, 仅一根梁底筋无法避开柱型钢翼缘, 且梁底筋在柱内的水平锚固长度小于0.4L_ae, 因此, 在与梁底筋对应的框支柱型钢翼缘外侧面采用加焊T形钢牛腿, 梁底筋与牛腿面焊接的方式来达到锚固要求。

　　 震害调查^[13]表明, 保证节点区不发生剪切破坏的主要措施是:通过抗剪验算, 在节点区配置足够的箍筋, 并保证混凝土的强度及密实性, 实现强节点。因而混凝土浇筑的密实性是真正实现强节点的最后重要一环。因框支梁柱节点处型钢、加劲板、纵筋和箍筋十分密集, 为保证混凝土浇筑质量采取以下措施:1) 采用小粒径石子且同强度等级的混凝土, 混凝土配合比按照自密实考虑;2) 振捣前全面检查操作面, 提前准备好振捣棒的插入位置, 并采用小型插入式振捣棒。浇筑混凝土时采用分层的方法, 这样可以保证振捣棒能有效进入混凝土振捣, 振捣上一层时应至少插入下层混凝土50mm, 以消除两层间施工缝的影响。振捣时注意对称多点振捣, 同时避免过振。

　　 实践证明, 以上控制措施在实际应用中是切实可行的, 并取得了良好效果。

　　 (1) 超高层建筑框支框架采用型钢混凝土后, 抗震性能得到显著改善, 能更好地实现“强柱弱梁、强节点弱构件”的设计理念。

　　 (2) 框支梁受力复杂且十分重要, 在结构整体分析的基础上, 应对其进行高精度有限元分析, 同时按规范规定进行承载力及正常使用极限状态下的验算, 保证其安全可靠。

　　 (3) 合理的构造措施能更好地保证框支框架内型钢的完整性及其与钢筋混凝土共同工作的性能。

　　 (4) 本项目已全部竣工并交付使用, 框支梁工作状态良好, 达到了预期的设计目的。本工程设计与施工中积累的经验可为类似工程参考。