部分斜拉橋地震易損性研究

部分斜拉橋地震易損性研究

結構體系易損性研究結構工程的地震脆弱性是指地震強度與結構破壞程度之間的關系。為評估橋梁的損傷水平,易損性曲線是評估橋梁結構的損傷水平的一種公認的有效工具。以易損性曲線的形式研究地震易損性是一種被廣泛采用的方法。易損性曲線傳統(tǒng)的定義為在某一特定的地面運動強度作用下,結構遭受某一特定狀態(tài)損傷的超越概率。國際上關于橋梁的易損性研究,迄今有十多年,以美國和日本研究較多,我國對橋梁的易損性研究還處于起步階段。研究易損性的方法主要有:經驗分析法、理論分析法以及其他方法。各國學者根據(jù)不同的研究條件,采用不同的方法研究橋梁結構的易損性,提出了一系列的關于橋梁結構的易損性曲線。部分斜拉橋作為一種應用前景良好的新型橋梁體系,因其結構新穎、跨越能力大、施工簡單、經濟等優(yōu)點,近幾年,在我國的公路和鐵路橋梁建設中發(fā)展迅猛,我國已建成和在建的部分斜拉橋多達30多座。但是部分斜拉橋是一種新型橋梁體系,基本上都是在20世紀90年代后建成,尚未經受地震考驗,在可能的地震災害下,部分斜拉橋的地震破壞損傷概率還不明確。因此,針對部分斜拉橋體系,開展相關的地震易損性研究,提出部分斜拉橋體系的理論易損性曲線,明確其在地震作用下的危險截面以及整體和局部構件的失效概率,對部分斜拉橋的抗震設計以及震害損失評估具有指導意義,對這些地區(qū)的公路交通系統(tǒng)的抗震減災工作具有重要的意義。同時為此類新橋型的推廣將建立重要的理論分析基礎。由于部分斜拉橋是一種由主梁、塔與斜拉索等受力構件相結合而成組合體系橋梁,結構體系相對規(guī)則橋梁較復雜。此外部分斜拉橋結構體系布置形式多樣,可設計成獨塔、雙塔、三塔或多塔的型式,鑒于部分斜拉橋多種多樣的結構形式,不能一概而論它們的地震易損性。為了得到該類橋梁的地震易損性的特點,本文從最簡單、最基本的獨塔型式的部分斜拉橋入手來研究其地震易損性。1主梁抗拉橫橋結構選取福建仙游仙港大橋主橋為研究背景橋,其主橋為60m+60m獨塔部分斜拉橋,塔梁墩固結。主梁為單箱雙室斷面,中支點梁高2.5m,邊支點梁高1.6m;主塔在橋面以上高22.0m,為雙柱形獨塔,順橋向寬3.0~5.5m,橫橋向寬1.5m;中墩為雙柱墩,墩順橋向寬3m,橫橋向寬1.5m;邊墩為單柱墩,墩順橋向寬1.2m,橫橋向寬3m;每個索面對稱布置6對斜拉索。主橋基礎采用Φ150cm鉆孔灌注樁,樁長20m;承臺為7.5m×7.5m、厚3.0m的矩形,每個承臺下設4根樁,兩個承臺間用系梁連接,系梁為3.0m×3.0m矩形截面?；炷脸叾詹捎肅40、系梁采用C30外,主梁、中墩和橋塔均采用C50。斜拉索采用鋼絞線索,極限強度1860MPa。背景橋總體結構布置如圖1所示。在橫橋向地面運動作用下,對梁式橋而言墩柱破壞是橋梁震害的主要特征之一。在以往的震害中,也出現(xiàn)過因支座和防震擋塊失效而導致結構嚴重損失的例子。和縱橋向地面運動作用下的易損性相比,獨塔部分斜拉橋在橫向地面運動作用下的易損性分析特點如下:(1)由獨塔部分斜拉橋主梁易損性部位分析可知,在強度為0.05g~0.60g的橫向地面運動作用下,主梁截面始始終處在彈性范圍內。故可把主梁當成彈性桿單元進行易損性分析。(2)橫橋向由于上部結構對橋墩墩柱的約束不同于縱橋向,橋墩墩柱的地震反應也不同于縱橋向,要重新確認墩柱的破壞模式和墩柱的破壞延性系數(shù)。(3)在橫橋向地面運動作用下,限位裝置會失效而引起的破壞,需要分析限位裝置的易損性。2計算模型與地面運動的輸入2.1彈性鉸及斜拉索模擬采用結構分析軟件MIDAS建立背景橋空間有限元分析模型。以彈性三維梁單元模擬主梁、墩塔、邊墩和樁基礎,墩頂處梁單元節(jié)點通過剛臂與墩塔節(jié)點聯(lián)結。塔底單元、中墩墩底和墩頂單元、邊墩墩底單元、梁的近跨中單元均為各構件薄弱部位,采用塑性鉸模擬。塑性鉸單元長度采用文獻的公式確定,用非彈性鉸單元來模擬塑性鉸,骨架線由截面彎矩-曲率確定,滯回模型采用雙線型Clough模型,圖2為中墩墩頂截面的彎矩-曲率曲線。在橫橋向地面運動作用下,順橋向的內力很小,故模擬的塑性鉸為墩塔截面橫橋向的塑性鉸。將承臺的作用考慮為剛性連接,通過在樁頂施加重量模擬自重?？紤]樁土效應,用m法求取土彈簧的剛度Ks。索采用柔性索單元模擬,由于索的長度較短,恒載索力占總索力的比重較常規(guī)斜拉橋大,所以背景橋的斜拉索彈性模量通過折算后沒有變化;邊墩上限位器,在常規(guī)的地震反應中,采用與板式滑動支座相似的恢復力-位移模型是雙線型的,如圖3所示,基于以上簡化建立有限元模型如圖4所示。2.2地震動動力放大系數(shù)選取PGA作為地震動輸入的強度指標,通過地震動的放大系數(shù)選取加速度時程。選取地震記錄的震中距在10km~50km范圍,綜合考慮場地土、震中距、震級等對地震動的特性的影響,從1971年SanFernando地震、1985年CertralChile地震、1989年Moxico地震、1994年Northridge等地震中按我國現(xiàn)行抗震設計規(guī)范,選取符合I類場地特征的地震動50條,使輸入的地面運動具有較大的廣泛性。圖5為所選地震動在阻尼比為5%時的動力放大系數(shù)譜,一些地震動在峰值點處遠高于規(guī)范反應譜中建議的β=2.25的數(shù)值,且各地震動的β的離散性也較大;圖6為所選地震動放大系數(shù)均值與規(guī)范值對比圖,在0~2s區(qū)間所選地震動的動力放大系數(shù)均值與規(guī)范建議的I類場地上的取值比較接近,且所選地震動的動力放大系數(shù)均值大于規(guī)范建議值;在3~5s區(qū)間,所選地震動動力放大系數(shù)小于我國的規(guī)范建議值。背景橋的自振周期在1~2s間,選用的地震動較符合規(guī)范的要求。3結構抗震性能由于部分斜拉橋結構體系比較復雜,在概率基礎計算結構性能破壞極限狀態(tài)計算量大,另一方面又因結構本身的隨機性相對于地震動的隨機性一般較小,故把結構的抗震能力當作確定值來定義部分斜拉橋結構各構件的損傷極限狀態(tài)。3.1標確定中的關鍵值經文獻提供的計算公式確定墩柱的破壞模式屬于彎曲破壞,通過墩柱的彎矩-曲率分析,獲得損傷指標確定中的幾個關鍵值如表1所示。利用彎曲破壞損傷判別準則,采用HAZUS1997建議的位移延性比指標μ,定義發(fā)生彎曲型破壞的鋼筋混凝土墩柱的損傷等級及其量化指標,得到損傷指標與損傷等級之間的關系,如表2所示(表格中,邊墩1代表圖1的左邊墩,邊墩2代表右邊墩,下同)。3.2限位器損傷背景橋在邊墩墩頂設置限位器如圖7。限位器和屈服后剛度較小的支座配合使用時,對上部結構具有重要的限位作用。在橫向撞擊力作用下限位器可能發(fā)生剪切破壞。限位器的抗剪能力由支持限位器構造的鋼筋提供。由結構構造及配筋可算得,一個限位器可以提供2800kN的抗剪能力,和一個典型配筋的防震擋塊的抗剪能力相當。建議當一個限位器進入屈服狀態(tài)為輕微破壞,個別限位器破壞為中等破壞,一個邊墩上的限位器全部破壞為嚴重破壞,所有限位器破壞為完全破壞。根據(jù)以上性能指標,用強度準則和位移準則作為限位器的損傷指標。表3是建議的限位器的損傷指標,Δ為限位器上下兩個接觸面間的相對位移。3.3破壞極限拉應力由于斜拉索的輕微破壞特征不明顯,故不討論其輕微破壞。對于斜拉索其他損傷等級,建議采用以下?lián)p傷指標:按照設計要求取fy1=0.6Ryb為中等破壞極限狀態(tài),取極限抗拉強度的85%作為條件屈服應力,取桿件名義極限抗拉強度為其破壞極限拉應力。由此則可得到斜拉索的各級損傷極限狀態(tài),如表4所示。4結構損傷概率采用增量動力分析方法來研究橋梁結構體系在給定橫橋向地面運動強度下的結構需求參數(shù)的概率特征。基于在給定地面運動強度下結構的響應可以用對數(shù)正態(tài)分布很好地擬合,故采用假定結構各構件損傷的概率均服從對數(shù)正態(tài)分布和在不同強度等級地面運動作用下結構構件的易損部位保持不變兩個理論假定。考慮的地面運動的最大峰值加速度變化范圍為0.05g~0.60g,共分為12級,各級增量為0.05g;對I類場地,各級地面運動均輸入50條最大峰值加速度調至相應的地面運動的強度等級的地面運動加速度時程,進行背景橋梁的結構需求分析計算。通過將計算分析所得到的結構需求和各構件的各級損傷的極限狀態(tài)相比較,如果某一工況作用下,某種構件的需求大于它的某種損傷的極限狀態(tài),那么就定義該構件發(fā)生某種損傷,50種不同工況作用下,該構件發(fā)生各種損傷的工況的出現(xiàn)概率定義為該構件的各種損傷概率。則可獲得結構各構件在給定地面運動下的各級損傷概率,主要結果如表5~表8所示。從各易損部位的損傷概率可知,在橫橋向輸入作用下,獨塔部分斜拉橋各構件的損傷有如下特點:(1)表中沒有關于斜拉索的損傷概率,是因為在橫橋向地面運動作用下,斜拉索的需求較小,在0.05g~0.60g的地面運動加速度作用下,斜拉索的應力在800MPa~1000MPa之間,屬于彈性范圍。(2)最先出現(xiàn)輕微破壞、中等破壞的構件是限位器,限位器2輕微破壞、中等破壞的概率最大。(3)邊墩0.05g~0.60g的地面運動加速度作用下,均沒有出現(xiàn)完全損傷的情況。中墩墩頂除完全破壞外各級破壞概率均高于中墩墩底的相應破壞的概率。5獨塔部分斜拉橋損傷概率根據(jù)結構各構件損傷的概率均服從對數(shù)正態(tài)分布假設,通過回歸擬合各個構件在各級強度地面運動下的損傷概率,得到的獨塔部分斜拉橋各構件以及全橋的損傷概率密度函數(shù)的均值、標準差以及殘差等參數(shù)。基于擬合得到的參數(shù)作出關于各構件和全橋的各級損傷狀態(tài)的易損性曲線。5.1結構的地震易損性分析通過回歸表5中墩的損傷概率離散點,得到擬合的概率密度函數(shù)的參數(shù)如表9所示。根據(jù)表9的擬合參數(shù)作出中墩的各級損傷的易損性曲線如圖8所示。從圖8中可以看出,各條曲線與各級損傷概率的離散的概率點較接近,說明采用對數(shù)正態(tài)分布假定進行結構的地震易損性分析比較合理。墩頂、墩底易損性曲線相似,輕微破壞易損性曲線和中等破壞易損性曲線比較接近。但中墩墩底截面各級損傷的破壞概率均小于相同地面運動下的墩頂截面的損傷破壞概率,可取中墩墩頂截面的易損性曲線為中墩的易損性曲線。這是由于橫橋向截面尺寸對截面延性性能的影響超過了增加的軸力對截面延性性能的影響。5.2橫向地面運動作用下橋塔地震反應特性回歸表6中橋塔的損傷概率離散點,得橋塔擬合的概率密度函數(shù)的參數(shù)如表10所示。由表10的擬合參數(shù)作出橋塔的各級損傷的易損性曲線如圖9所示。與在順橋向地面運動作用下橋塔處在彈性范圍的地震反應不同,在橫向地面運動作用下(0.05g~0.60g),橋塔將發(fā)生損傷破壞。塔底截面各級損傷易損性曲線比較平坦,沒有出現(xiàn)完全破壞,說明塔底截面相對中墩的破壞概率比較低,但不能忽略塔底截面的易損性,當塔底截面進入彈塑性后,整個結構的剛度將會發(fā)生變化,從而影響中墩墩柱和邊墩墩柱的地震響應。5.3邊墩損傷概率通過回歸表7中的邊墩的損傷概率離散點,可得到的邊墩擬合的概率密度函數(shù)的參數(shù)如表11所示。根據(jù)表11的擬合參數(shù)作出邊墩的各級損傷的易損性曲線如圖10所示。邊墩2的輕微破壞和中等破壞損傷概率均大于相同地面運動下的邊墩1的損傷破壞概率,特別是PGA值較小時;邊墩2的嚴重破壞損傷概率小于相同地面運動下的邊墩1的損傷破壞概率。結合兩個邊墩墩底截面的易損性曲線為邊墩的易損性曲線。張菊輝關于單柱墩易損性隨墩高變化的研究有以下結論:當墩高在15m~25m,PGA值較低時,墩柱損傷的概率隨墩高的增大而增大,符合本文的結論。這是因為邊墩高度增加加強了墩柱的延性性能,也加大墩底的彎矩,增加塑性鉸的曲率。當高度增加引起延性性能的增加不足抵消彎矩增加的塑性鉸的曲率時,墩柱的損傷增大,反之,墩柱的損傷減小。5.4限位器損傷概率的易損性曲線通過回歸表8中限位器的損傷概率離散點,可得到的限位器擬合的概率密度函數(shù)的參數(shù)如表12所示。根據(jù)表12擬合參數(shù)作出限位器的各級損傷的易損性曲線如圖11所示。在橫向地面運動作用下限位器2和限位器1的易損性曲線相似,但是限位器2的各級損傷概率都大于限位1的各級損傷概率,故可用限位器2的易損性曲線代表限位器的易損性。所有構件中,限位器2的輕微破壞和中等破壞損傷的概率最高,但限位器2的嚴重破壞和完全破壞的概率低于中墩的相應破壞損傷概率。5.5易損性曲線的擬合根據(jù)獨塔部分斜拉橋各構件的各級損傷概率和易損性曲線,比較中墩、邊墩、橋塔和限位器在每一級地面運動作用下發(fā)生各級損傷的概率,選取其中各級地面運動作用下構件損傷概率的最大值作為全橋結構的損傷概率。然后用這些損傷概率散點進行函數(shù)擬合,得到對應的對數(shù)正態(tài)分布函數(shù)的擬合參數(shù),利用這些參數(shù)作出全橋結構的易損性曲線。全橋易損性曲線的擬合參數(shù)值如表13,全橋易損性曲線如圖12。對比各個構件和全橋的各級損傷概率和擬合的易損性曲線可知:在橫橋向地面運動作用下,獨塔部分斜拉橋全橋的易損性主要受限位器和中墩控制。限位器最先發(fā)生輕微破壞和中等破壞,控制整橋的輕微損傷和中等損傷破壞。中墩最易發(fā)生嚴重破壞和完全破壞,其損傷概率控制全橋相應破壞損傷概率。6拉拔索變形破壞的彈性經對比分析上述的研究結果可得出,在橫橋向地面運動作用下,獨塔斜拉橋易損性有如下特點:(1)中墩最易發(fā)生嚴重破壞和完全破壞,其損傷概率控制全橋相應破壞損傷概率,中墩墩頂截面控制中墩破壞。限位器最先發(fā)生