 來源：廣東省院結(jié)構(gòu)安全顧問  （1）評價結(jié)構(gòu)在罕遇地震下的彈塑性行為，根據(jù)整體結(jié)構(gòu)塑性變形（位移角）和主要構(gòu)件的塑性損傷情況，確認結(jié)構(gòu)滿足“大震不倒”的設防水準要求。 （2）根據(jù)塑性發(fā)展情況，判斷關(guān)鍵構(gòu)件（如跨層柱，斜柱，框支柱，框支梁，框支剪力墻，長懸臂和大跨度構(gòu)件）的承載力滿足抗震性能要求。 （3）針對結(jié)構(gòu)薄弱部位和薄弱構(gòu)件提出相應的加強措施。  1.2.1 靜力彈塑性分析 Pushover分析方法主要應用于受高階振型和動力特性影響較小的結(jié)構(gòu)。Pushover分析就是結(jié)構(gòu)分析模型受到一個沿結(jié)構(gòu)高度為某種規(guī)定分布形式逐漸增加的側(cè)向力或側(cè)向位移，直至控制點達到目標位移或建筑物傾覆為止?？刂泣c一般指建筑物頂層的形心位置，目標位移為建筑物在設計地震力作用下的最大變形。 基于結(jié)構(gòu)行為設計使用Pushover分析,包括形成結(jié)構(gòu)近似需求曲線和能力曲線，并確定交點。需求譜曲線基于反應譜曲線，能力譜曲線基于靜力非線性Pushover分析。近似需求譜曲線與能力譜曲線的交點稱為性能點。 1.2.2 動力彈塑性分析 動力彈塑性分析從選定合適的地震動輸入（如地震加速度時程）出發(fā)，采用結(jié)構(gòu)有限元動力計算模型建立地震動方程，然后采用數(shù)值方法對方程進行求解，計算地震過程中每一時刻結(jié)構(gòu)的位移、速度和加速度響應，從而可以分析出結(jié)構(gòu)在地震作用下彈性和非彈性階段的內(nèi)力變化以及構(gòu)件逐步損壞的過程。包含了非線性構(gòu)件的運動方程如下：  其中M、C、K和F(t)分別是系統(tǒng)的質(zhì)量矩陣、阻尼矩陣、剛度矩陣和節(jié)點上的動力荷載    動力彈塑性分析屬于非線性分析，需要采用直接積分法。直接積分法的分析思路是：對于在地震動不規(guī)則動力作用下的結(jié)構(gòu)動力反應分析，可將時間t劃分許多微小的時間段Δtn，由動力方程的數(shù)值積分獲得其數(shù)值解。當已知結(jié)構(gòu)在     直接積分法針對離散時間點上的值進行計算，十分符合計算機存儲的特點，運動微分方程也不一定要求在所有時間上都滿足，而僅要求在離散的時間點上滿足即可。根據(jù)在 動力彈塑性分析需要將動力微分方程的求解和非線性方程的求解結(jié)合起來。常用非線性迭代方法有Newton-Raphson方法、modified Newton-Raphson方法等。 1.3.1 靜力彈塑性分析問題 以某28層的剪力墻結(jié)構(gòu)為例說明靜力彈塑性分析中常見的幾種問題。該結(jié)構(gòu)高度88.4m，標準層平面圖見圖1.3?1所示，抗震設防烈度7度。 圖1.3?1標準層平面圖 （1）不同側(cè)向加載模式推覆分析結(jié)果存在差異。給定水平力加載在結(jié)構(gòu)上部的層間位移角最大（圖1.3?2），一定程度上反映了結(jié)構(gòu)受高階振型的影響，高層結(jié)構(gòu)分析中給定水平力加載模式比較合理。無論那種加載模式，樓層最大層間位移角變化不大，最大相差6%。 （2）當結(jié)構(gòu)第一周期參與質(zhì)量大于70%時，靜力推覆計算與時程計算結(jié)果比較接近。對結(jié)構(gòu)豎向存在明顯軟弱層的結(jié)構(gòu)，特別是軟弱層在結(jié)構(gòu)中下部情況，采用推覆分析的位移角偏大，見圖1.3?3所示，圖中的原模型不存在薄弱層，而模型1底部存在薄弱層，模型2頂部存在薄弱層。 無論薄弱層在下部或上部，給定水平力推覆分析和動力時程分析均能反映結(jié)構(gòu)的薄弱層位置，但薄弱層在下部時，薄弱層位移角相差較大。原模型給定水平力加載模式與動力時程最大層間位移角相差6%；模型1給定水平力推覆比動力時程各層的層間位移角都要大，薄弱層的層間位移角相差12%。結(jié)構(gòu)下部存在薄弱層比結(jié)構(gòu)上部存在薄弱層的層間位移角明顯增大，原因是結(jié)構(gòu)下部存在薄弱層時，靜力推覆比動力時程的構(gòu)件屈服早。對于豎向存在明顯軟弱層或薄弱層的高層結(jié)構(gòu)，建議用時程分析。 （3）靜力彈塑性模型關(guān)鍵構(gòu)件配筋按小震反應譜和中震反應譜的包絡計算結(jié)果，其他普通構(gòu)件配筋按照小震反應譜的計算結(jié)果。靜力彈塑性模型的初始彈性阻尼比宜取小震的阻尼比，特征周期比小震的特征周期大0.05。 1.3.2 動力彈塑性分析問題 （1）動力彈塑性模型關(guān)鍵構(gòu)件配筋按小震反應譜和中震反應譜的包絡計算結(jié)果，其他普通構(gòu)件配筋按照小震反應譜的計算結(jié)果。動力彈塑性模型的初始彈性阻尼比宜取小震的阻尼比，特征周期比小震的特征周期大0.05。 （2）動力彈塑性分析采用的阻尼比一般按照瑞利阻尼計算，質(zhì)量比例因子α和剛度比例因子β由結(jié)構(gòu)同一平動方向的前兩個周期計算得到；若按照振型阻尼計算，則振型個數(shù)一般可以取振型參與質(zhì)量達到總質(zhì)量90％所需的振型數(shù)，各階振型阻尼比均為0.05。 （3）罕遇地震動力彈塑性分析基底剪力包絡值與多遇地震反應譜剪力比值一般為3~6，受力構(gòu)件損傷越嚴重，剪力比值越小。 以某39層的框架-核心筒結(jié)構(gòu)為例，標準層平面圖見圖1.3-4所示，結(jié)構(gòu)高度172.4m。從表1.3-1可知,8度區(qū)明顯比7度區(qū)的剪力比值小,原因是按照8度區(qū)罕遇地震計算的損傷比7度區(qū)大。 圖1.3?4標準層平面圖 表1.3-1罕遇地震與多遇地震計算結(jié)果對比 鄭州華強城市廣場項目，地上高157.05m，樓層數(shù)47層，地下室為3層?；炷林孛娉叽鐝牡撞?200×1200（mm）收至頂部的1000×1000（mm），核心筒外圈剪力墻厚度從底部650mm收至頂部的400mm。場地土類型為II類，地震設計分組為第二組，設防烈度為7.5度，剪力墻和框架抗震等級為一級，計算三維模型見圖1.4-1。 圖1.4?1 EPDA彈塑性分析模型 根據(jù)《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（JGJ 3-2010）條文說明第3.11.4條，對于高度在150m～200m的基本自振周期大于4s或特別不規(guī)則結(jié)構(gòu)以及高度超過200m的房屋，應采用彈塑性時程分析法。雖然本工程結(jié)構(gòu)結(jié)構(gòu)高度為157.05m，略大于150m，但結(jié)構(gòu)基本自振周期為3.3s，小于4s，故罕遇地震作用采用靜力彈塑性分析法計算。 靜力彈塑性分析采用EPDA&PUSH軟件。通過對結(jié)構(gòu)的彈塑性推覆分析，了解罕遇地震作用下，結(jié)構(gòu)構(gòu)件進入塑性階段的程度以及結(jié)構(gòu)的整體抗震性能，進而尋找結(jié)構(gòu)薄弱環(huán)節(jié)，并采用相應的加強措施。 （1） 模型建立及加載 本項目嵌固層為首層樓面，由于彈塑性分析不考慮地下室作用影響，在SATWE模型中將首層樓面及以下結(jié)構(gòu)刪除，見圖1.4?1所示。 EPDA&PUSH的關(guān)鍵構(gòu)件配筋按SATWE小震反應譜和中震反應譜的包絡計算結(jié)果，其他普通構(gòu)件配筋按照SATWE小震反應譜的計算結(jié)果。底部加強區(qū)剪力墻的分布鋼筋最小配筋率取1.4%。 分兩步進行加載。第一步為施加重力荷載代表值，并在后續(xù)施加水平荷載過程中保持恒定。第二步為逐步施加豎向分布模式為彈性CQC地震力。 （2）PUSHOVER計算整體結(jié)果 表1.4-1為靜力彈塑性分析簡要結(jié)果。 表1.4-1靜力彈塑性分析簡要結(jié)果 從表1.4-1可知，結(jié)構(gòu)的最大層間位移角為1/102，滿足規(guī)范限值1/100的限值要求。 現(xiàn)有篇幅，以下僅列出0度推覆方向的計算結(jié)果，性能點曲線圖分別見圖1.4?2所示。 圖1.4?20度方向性能點曲線圖 （3）PUSHOVER構(gòu)件損傷結(jié)果 圖1.4?3為構(gòu)件在0度推覆方向性能點處的塑性鉸圖 圖1.4?30度方向整體模型性能點處的塑性鉸圖 （4）豎向構(gòu)件搞剪截面驗算 本工程豎向構(gòu)件抗剪截面驗算的剪力按照大震等效彈性方法計算得到，其中大震下反應譜最大影響系數(shù)取0.72，阻尼比取7%，特征周期取0.45。采用《高層建筑混凝土結(jié)構(gòu)技術(shù)規(guī)程》（JGJ 3-2010）第3.11.3條公式（3.11.3-4）進行抗剪截面驗算。根據(jù)豎向構(gòu)件截面變化或收進情況取以下不利樓層的內(nèi)力對柱和剪力墻構(gòu)件進行抗剪截面驗算：1、16、26、31、45層。驗算結(jié)果顯示，豎向構(gòu)件在大震作用下滿足性能C第4水準要求。 根據(jù)規(guī)范要求，所有豎向構(gòu)件均需滿足抗剪截面要求，限于篇幅，以下選取首層的剪力墻構(gòu)件進行抗剪截面驗算。 首層剪力墻構(gòu)件編號如圖1.4?4所示： 圖1.4?4首層剪力墻和柱構(gòu)件編號 首層~15層剪力墻構(gòu)件抗剪截面驗算如表1.4-2所示。 表1.4-2首層~15層部分剪力墻構(gòu)件抗剪截面驗算 （5）結(jié)構(gòu)彈塑性指標評價 1）結(jié)構(gòu)最大彈塑性層間位移角X向為1/102，Y向為1/133，滿足《高規(guī)》1/100限值。在罕遇地震作用下，結(jié)構(gòu)整體剛度的退化沒有導致結(jié)構(gòu)倒塌，滿足“大震不倒”的設防要求； 2）底部加強區(qū)1-5層部分剪力墻出現(xiàn)面外拉彎損傷，部分剪力墻出現(xiàn)裂縫，但滿足抗剪截面驗算要求；跨層柱和框架柱未出現(xiàn)屈服，部分外框梁和大部分連梁出現(xiàn)塑性鉸。 3）根據(jù)《高規(guī)》3.11節(jié)，結(jié)合靜力彈塑性構(gòu)件屈服的具體情況，抗震性能目標和性能水準驗算見表1.4-3。 表1.4-3構(gòu)件驗算情況匯總表 注：本工程關(guān)鍵構(gòu)件為：底部加強區(qū)剪力墻，跨層柱，1~5層框架柱，懸臂梁。 綜上所述，結(jié)構(gòu)基本上滿足性能C的抗震性能要求。 華策國際大廈項目為雙塔連體結(jié)構(gòu)，西塔共15層，高度70.9m，東塔共26層，高度119.8m，均為框架核心筒結(jié)構(gòu)，結(jié)構(gòu)1-4層為雙塔共有裙房，并在第7層~第10層設有連廊，形成連體結(jié)構(gòu),鋼管柱直徑為?1300～?900，核心筒墻厚為600～400mm。場地土類型為III類，地震設計分組為第一組，設防烈度為7度，剪力墻和框架抗震等級為二級。 （1）模型建立 采用大型通用有限元軟件ABAQUS。ABAQUS模型中的梁和非底部加強區(qū)剪力墻柱的配筋基本按照GSSAP小震反應譜的計算結(jié)果，底部加強區(qū)的剪力墻配筋根據(jù)SATWE小震反應譜和中震不屈服的計算結(jié)果包絡，其中約束邊緣構(gòu)件的最小配筋率為1.4%、豎向分布筋最小配筋率為0.4%，見圖1.5?1。 圖1.5?1ABAQUS彈塑性分析模型 （2）材料模型 計算采用《混凝土結(jié)構(gòu)設計規(guī)范》（50010-2010）附錄C提供的受拉、受壓應力-應變關(guān)系作為混凝土滯回曲線的骨架線，加上損傷系數(shù)（dc、dt）構(gòu)成了一條完整的混凝土拉壓滯回曲線，如圖1.5?2所示。鋼材采用等向強化二折線模型和Mises屈服準則，滯回曲線如圖1.5?3所示，其中強化段的強化系數(shù)取0.01。 （3）分析方法 采用彈塑性時程分析方法，直接模擬結(jié)構(gòu)在地震力作用下的非線性反應。 幾何非線性：結(jié)構(gòu)的動力平衡方程建立在結(jié)構(gòu)變形后的幾何狀態(tài)上，“P-?”效應，桿件的非線性屈曲被精確考慮。 材料非線性：直接在材料積分點的應力-應變關(guān)系水平上模擬。 動力方程積分方法：顯式積分。 （4）分析步驟 1）施工摸擬加載 通過單元的“生”與“死”來實現(xiàn)施工階段的結(jié)構(gòu)受力模擬。第一步先建立整個模型，然后將第一階段施工以外的構(gòu)件“殺死”，求得第一階段結(jié)構(gòu)的應力狀態(tài)。依此步驟，再逐步“放生”各施工階段的構(gòu)件，從而求得結(jié)構(gòu)在施工完成后的應力狀態(tài)。 2) 地震加載 按照抗震規(guī)范要求，罕遇地震下彈塑性時程分析所選用的單條地震波需滿足：特征周期與場地特征周期接近；最大峰值符合規(guī)范要求；有效持續(xù)時間為結(jié)構(gòu)第一周期的5～10倍。 根據(jù)提供的安評報告，對罕遇地震驗算選擇一組人工波和二組天然波（Hector mine和Big bear天然波）作為非線性動力時程分析的地震輸入，三向同時輸入，地震波計算持時取30s；罕遇地震條件下水平向PGA調(diào)整為220gal，豎向調(diào)整為143gal，以及考慮豎向地震為主的加速度峰值220gal，水平向加速度峰值88gal的三向地震作用。 （5）動力彈塑性模型構(gòu)件性能評價方法 ABAQUS中構(gòu)件的損壞主要以混凝土的受壓損傷因子及鋼材的塑性應變程度作為評定標準，其與《高規(guī)》（JCJ 3-2010）中構(gòu)件的損壞程度對應關(guān)系如表1.5-1所示。 表1.5-1ABAQUS計算結(jié)果與《高規(guī)》構(gòu)件損壞程度的對應關(guān)系 1）鋼材借鑒FEMA356標準中塑性變形程度與構(gòu)件狀態(tài)的關(guān)系，設定鋼材塑性應變分別為屈服應變2，4，6倍時分別對應輕微損壞，輕度損傷和中度損壞。鋼材屈服應變近似為0.002，則上述三種狀態(tài)鋼材對應的塑性應變分別為0.004，0.008，0.012； 2）剪力墻混凝土單元受壓出現(xiàn)剛度退化和承載力下降的程度通過受壓損傷因子Dc來描述，Dc指混凝土的剛度退化率，如受壓損傷因子達到0.5，則表示抗壓彈性模量已退化50%。另外，因剪力墻邊緣單元出現(xiàn)受壓損傷后，整個剪力墻構(gòu)件的承載力不會立即下降，故考慮剪力墻受壓損傷橫截面面積可作為其嚴重損壞的判斷標準。 （6）結(jié)構(gòu)整體性能分析 表1.5-2為結(jié)構(gòu)罕遇地震下基底剪力結(jié)果，表1.5-3和表1.5-4分別為西塔和東塔的位移結(jié)果，未注明的結(jié)果均為ABAQUS計算的結(jié)果。 表1.5-2結(jié)構(gòu)罕遇地震基底剪力 以下僅列出人工波0度方向的層間位移角結(jié)果供參考。 圖1.5?4西塔0度方向?qū)娱g位移角曲線 圖1.5?4為西塔人工波0度方向的層間位移角曲線，其最大的層間位移角分別為1/179。 西塔在人工罕遇地震波作用下結(jié)構(gòu)層間位移角較大，結(jié)構(gòu)在第10層，層間位移角增大明顯，而對天然波無此現(xiàn)象，說明結(jié)構(gòu)在人工波作用下結(jié)構(gòu)損傷較大。 東塔各主方向工況下結(jié)構(gòu)層間位移角見圖1.5?5所示： 圖1.5?5東塔0度方向?qū)娱g位移角曲線 圖1.5?5為東塔0度方向的層間位移角曲線，其最大的層間位移角分別為1/191。 由于人工波0°主方向計算工況作用下，兩塔結(jié)構(gòu)層間位移角均較大，因此后面分析中以人工波0°主方向的計算結(jié)果為例，分析以水平地震為主的結(jié)構(gòu)構(gòu)件損傷情況。 （7）剪力墻損傷情況 剪力墻混凝土受壓損傷系數(shù)值與云圖對應關(guān)系如圖1.5?6所示。藍色表示無受壓損傷，綠色表示輕微受壓損傷，橙色輕度受壓損傷，紅色中度受壓損傷。圖1.5?7~圖1.5?10為剪力墻的受壓損傷和鋼筋塑性應變圖，從其圖形結(jié)果分析表明： 圖1.5?6受壓損傷系數(shù)值與云圖對應情況圖 1）底部加強區(qū)少量剪力墻出現(xiàn)輕度至中度損傷，損傷主要集中在轉(zhuǎn)角處和剪力墻端部位置；鋼筋均未進入塑性。 2）非底部加強區(qū)剪力墻出現(xiàn)輕微至中度損傷，損傷主要集中在轉(zhuǎn)角處和一字剪力墻中部，西塔第10~13層剪力墻受壓損傷面積較大。 3）結(jié)構(gòu)剪力墻鋼筋塑性應變較小，最大塑性應變?yōu)?.578E-4，發(fā)生在東塔頂層位置。 圖1.5?7剪力墻受壓損傷云圖 圖1.5?7為剪力墻受壓損傷云圖，從圖可知，西塔第10~12層剪力墻發(fā)生中度損傷。 西塔底部加強區(qū)剪力墻出現(xiàn)輕度至中度受壓損傷，東塔底部加強區(qū)少量剪力墻出現(xiàn)輕度，損傷主要集中在轉(zhuǎn)角處和剪力墻端部位置。 圖1.5?10剪力墻邊緣構(gòu)件鋼筋塑性應變 結(jié)構(gòu)底部加強區(qū)（1-3層）損傷主要發(fā)生在墻肢中部，損傷面積較小。結(jié)構(gòu)剪力墻及約束邊緣構(gòu)件鋼筋塑性應變較小，最大塑性應變?yōu)?.578E-4，發(fā)生在東塔頂層。 （8）框架柱塑性損傷情況 框架柱采用鋼筋混凝土柱和型鋼混凝土柱，圖1.5-22和圖1.5?12為柱子在大震作用下混凝土剛度退化及鋼材的塑性應變情況。柱構(gòu)件混凝土受壓剛度退化狀態(tài)圖例如1.5?11所示。藍色表示無受壓剛度退化，綠色表示輕微受壓剛度退化，橙色中度受壓剛度退化，紅色嚴重受壓剛度退化。 圖1.5?11柱混凝土受壓剛度退化狀態(tài)圖 分析結(jié)果表明，所有柱的混凝土未出現(xiàn)受壓剛度退化；結(jié)構(gòu)塔樓柱構(gòu)件均未出現(xiàn)塑性變形，裙房頂層少量柱構(gòu)件進入塑性，最大塑性應變?yōu)?.978E-4。 結(jié)構(gòu)僅裙房頂層少量柱構(gòu)件進入塑性，最大塑性應變?yōu)?.978E-4，塔樓部分柱鋼筋均未屈服。 圖1.5?12柱鋼筋塑性應變 （9）框架梁和連梁塑性損傷情況 梁混凝土受壓剛度值與云圖對應情況如圖1.5?13。藍色表示無受壓剛度退化，綠色表示輕微受壓剛度退化，橙色中度受壓剛度退化。 圖1.5?13梁混凝土受壓度退化狀態(tài)圖 圖1.5?14和圖1.5-15為混凝土受壓剛度退化狀態(tài)圖和鋼筋塑性應變圖，分析結(jié)果表明： 1）東塔上部樓層個別連梁混凝土出現(xiàn)受壓損傷的情況，其他部位梁構(gòu)件混凝土未出現(xiàn)明顯的受壓損傷； 2）結(jié)構(gòu)部分塔樓部分連梁和少量框架梁和外框梁塑性應變較大，最大塑性應變?yōu)?.014E-3。 圖1.5?14混凝土受壓剛度退化狀態(tài)圖 結(jié)構(gòu)大部分梁構(gòu)件受壓剛度退化較小，部分連梁發(fā)生輕微到中度受壓剛度退化。 圖1.5?15全樓梁鋼材塑性變形 梁鋼材最大塑性變形為5.014E-3。 （10）豎向地震作用下連體分析 由于結(jié)構(gòu)中存在連體，需要補充進行豎向地震分析，豎向地震三個分量峰值加速度比值為X：Y：豎向=0.4:0.4:1.0。 1）連體豎向位移分析 取10層連體跨中A點為參考點進行豎向位移時程分析，點A位置如圖1.5?16所示： 圖1.5?16選取位移點 三條地震波作用下A點最大位移見表1.5-5所示。 表1.5-5豎向位移 由于人工波作用下結(jié)構(gòu)豎向位移最大，下面以人工波Z主方向工況為例分析結(jié)構(gòu)在豎向地震作用下的變形和損傷。 2)框架柱損傷分析 連體周邊西塔、東塔鋼管混凝土柱混凝土受壓剛度退化及鋼筋鋼材塑性應變?nèi)鐖D1.5?17和圖1.5?18所示。鋼管混凝土柱的混凝土未發(fā)生受壓剛度退化。連體部分柱構(gòu)件鋼材均未進入塑性。 圖1.5?17混凝土受壓剛度退化 圖1.5?18鋼管混凝土柱及型鋼柱塑性應變 分析結(jié)果表明，在豎向罕遇地震荷載作用下，連體部分柱構(gòu)件混凝土未發(fā)生受壓損傷，柱構(gòu)件鋼材均未進入塑性。 3）框架梁損傷分析 第7~10層梁構(gòu)件塑性變形如圖1.5?19所示： 圖1.5?19連體構(gòu)件鋼材塑性應變 分析結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)第7~10層梁構(gòu)件鋼材塑性應變主要集中在西塔和東塔框架梁和連梁位置，連體部分梁構(gòu)件塑性應變水平較小，最大為3.571E-3，發(fā)生在第10層Y向框架梁位置。 4）樓板損傷分析 第7和第10層樓板受壓損傷如圖1.5?20所示。 圖1.5?20第10層樓板損傷 結(jié)果表明，結(jié)構(gòu)第7層樓板未發(fā)生受壓損傷，第10層樓板連體中部和邊緣少量范圍發(fā)生輕度至中度損傷。 上述分析結(jié)果表明，在豎向地震作用下，結(jié)構(gòu)連體附近鋼管混凝土柱的混凝土未發(fā)生明顯剛度退化，鋼材未進入塑性；梁構(gòu)件鋼筋塑性變形較小，最大塑性變形僅為6.347e-4；第7層樓板未發(fā)生損傷，第10層樓板跨中和邊緣部分樓板發(fā)生輕度至中度損傷。 （11）豎向構(gòu)件抗剪截面驗算 本結(jié)構(gòu)豎向構(gòu)件按照大震等效彈性方法進行抗剪截面驗算，取大震反應譜計算的構(gòu)件剪力進行豎向構(gòu)件抗剪截面驗算，其中阻尼比取0.05，特征周期0.5，連梁剛度折減系數(shù)0.3，中梁剛度放大系數(shù)1.0。 首層剪力墻構(gòu)件抗剪截面驗算結(jié)果如表1.5-6所示： 表1.5-6首層部分剪力墻抗剪截面驗算 剪力墻W6剪壓比最大，最大值為0.135，滿足規(guī)范剪壓比小于0.15要求。 （12）結(jié)構(gòu)彈塑性計算指標評價 1）西塔0°主方向最大位移為0.2069m，最大層間位移角為1/179（12層），45°主方向最大位移為0.2369m，最大層間位移角為1/163（11層），90°主方向最大位移為0.2414m，最大層間位移角為1/227（11層），135°主方向最大位移為0.1992m，最大層間位移角為1/303（12層）；東塔0°主方向最大位移為0.4366m，最大層間位移角為1/191（22層），45°主方向最大位移為0.5089m，最大層間位移角為1/167（22層），90°主方向最大位移為0.4214m，最大層間位移角為1/183（12層），135°主方向最大位移為0.5058m，最大層間位移角為1/188（13層），均滿足規(guī)范規(guī)定。在三條波三向作用下，結(jié)構(gòu)整體剛度退化沒有導致結(jié)構(gòu)倒塌，滿足“大震不倒”的設防要求。 2）底部加強區(qū)少量剪力墻出現(xiàn)輕度至中度損傷，損傷主要集中在轉(zhuǎn)角處和端部剪力墻；對于非底部加強區(qū)剪力墻出現(xiàn)輕微至中度損傷，損傷主要集中在轉(zhuǎn)角處和一字剪力墻中部，西塔第10~13層剪力墻受壓損傷面積較大。結(jié)構(gòu)剪力墻鋼筋塑性應變較小，最大塑性應變?yōu)?.578E-4，發(fā)生在東塔頂層。 3）跨層柱混凝土未出現(xiàn)受壓損傷，鋼筋未發(fā)生屈服。所有柱的混凝土未出現(xiàn)受壓剛度退化；結(jié)構(gòu)柱構(gòu)件均未出現(xiàn)塑性變形。 4）東塔上部樓層個別混凝土連梁出現(xiàn)受壓損傷的情況，其他部位梁構(gòu)件混凝土未出現(xiàn)受壓損傷。東塔上部樓層框架梁出現(xiàn)塑性屈服，最大塑性應變?yōu)?.014E-3。 5）柱構(gòu)件未發(fā)生塑性應變，第8、9層連體與東塔連接的外框梁屈服應變最大，結(jié)構(gòu)第7層連體樓板及塔樓樓板受壓損傷較小，第10層連體邊緣樓板和塔樓核心筒附近樓板損傷較嚴重。 6）在豎向地震作用下，連體跨中最大豎向位移為0.1m左右；結(jié)構(gòu)連體附近鋼管混凝土柱混凝土未發(fā)生剛度退化，鋼材未進入塑性；梁構(gòu)件鋼筋塑性變形較小，最大塑性變形僅為6.347e-4；第7層樓板未發(fā)生損傷，第10層樓板跨中和邊緣部分樓板發(fā)生輕度至中度損傷。 表1.5-7為主要結(jié)構(gòu)構(gòu)件損壞情況匯總。 表1.5-7主要結(jié)構(gòu)構(gòu)件損壞情況匯總 綜上所述，結(jié)構(gòu)基本上滿足性能C的抗震性能要求。 END
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