汶川地震中回瀾立交橋塑性鉸壓潰分析

汶川地震中回瀾立交橋塑性鉸壓潰分析

回蘭橋是綿竹市回蘭路上的一座橫跨鐵路工廠的城市橋。該橋包括主道橋、輔道橋以及A、B、C及D四個螺旋匝道,如圖1所示。在汶川地震中,回瀾立交兩側(cè)匝道嚴重損壞,主要表現(xiàn)為固接墩墩頂塑性鉸的普遍開展。不少學(xué)者在震后對該橋震害進行了實地踏勘,并進行了定性分析。回瀾立交橋是典型的小曲率半徑曲線梁橋,本文根據(jù)橋梁實際震害情況展開定性與定量分析,并得到了橋梁的震害成因。1回瀾立交兩側(cè)匝道震害形態(tài)回瀾立交橋共4個螺旋形匝道橋,均為連續(xù)曲線梁橋,曲線半徑為20.25m,如圖1所示。匝道橋的上部結(jié)構(gòu)為RC混凝土箱梁,梁寬4.5m,高0.95m。墩柱均為0.8m直徑的獨柱墩,下設(shè)1.2m直徑樁基,橋墩高度變化范圍為3.25-6.20m;各墩柱配筋形式一致,縱向鋼筋直徑25mm沿圓周均勻布置20根,箍筋直徑為12mm,箍筋間距為20cm,僅在墩底箍筋間距加密至10cm。柱頂與梁體之間的支承形式,采用雙向活動盆式橡膠支座與整體現(xiàn)澆固接相間隔的方式,A、C匝道各有5個固接墩,B、D匝道各有4個固接墩,兩端伸縮縫處設(shè)置雙四氟滑板支座?；貫懥⒔粌蓚?cè)匝道震害主要表現(xiàn)為固接墩墩頂塑性鉸的普遍開展,如圖2所示。圖3為回瀾立交橋震后墩頂塑性鉸的位置分布圖。2地震動時程記錄綿竹清平臺站位于回瀾立交橋西北方,直線距離約為25km,是距離橋位最近的地震臺站,該臺站記錄到的地震動時程記錄,如圖4所示。從地震動時程記錄來看,地震動持時約為160s,地震動能量主要集中于30-60s之間,EW方向、NS方向和UD方向的峰值加速度分別為0.824g、0.803g和0.623g,水平方向地震動分量峰值加速度接近,豎向地震動分量峰值加速度最小。3單元模型分析考慮到A、B、C及D四個匝道震害情況總體趨勢較一致,如圖3所示,以A匝道模型為例,采用空間三維梁單元模型展開計算分析。計算模型中,考慮了結(jié)構(gòu)材料及邊界的非線性效應(yīng),樁土效應(yīng)采用文克爾彈簧模型來模擬,如圖5所示。3.1碰撞剛度分析在地震作用下,匝道橋兩端伸縮縫可能會發(fā)生碰撞。結(jié)構(gòu)間的碰撞效應(yīng)通常采用由線性碰撞彈簧與阻尼器并聯(lián)而成的Kelvin接觸單元模擬,該模型以碰撞彈簧來模擬撞擊力,以阻尼器來模擬碰撞過程中的耗能,如圖6所示。兩質(zhì)點ma與mb之間的碰撞力Fab可表示為:式中,ua、ub分別代表質(zhì)點ma與mb的地震動絕對位移;dab為質(zhì)點ma與mb的初始間隙。碰撞是一個復(fù)雜的能量耗散過程,碰撞剛度與接觸面形狀、材料特性以及碰撞速度相關(guān),因此本文采用敏感性分析對碰撞剛度展開分析。碰撞阻尼系數(shù)可表示為:式中,ζ代表結(jié)構(gòu)阻尼比,取為5%。3.2乙烯板之間的低摩擦系數(shù)雙向活動盆式橡膠支座及橋臺位置的滑板支座均依靠頂部鋼板與四氟乙烯板之間的低摩擦系數(shù)來釋放結(jié)構(gòu)位移。結(jié)構(gòu)非線性分析時,模型中可采用剛塑性模型來模擬,如圖7所示,其中Fmax為支座最大滑動摩擦力,Xy為初始滑動位移,一般取為3mm。3.3材料本構(gòu)模型橋墩塑性鉸采用纖維模型算法,首先將橋墩截面用網(wǎng)格劃分,對截面不同纖維,賦予不同的本構(gòu)特性值:無約束區(qū)混凝土采用Hognestad模型,約束區(qū)混凝土采用mander模型,如圖8所示。鋼筋采用Menegotto-Pinto模型。各部分具體參數(shù)取值可參見文獻。4匝道橋動力特性分析動力特性分析能夠定性地反映出結(jié)構(gòu)質(zhì)量與剛度的分布特征及結(jié)構(gòu)動力特性。圖9為A匝道具有代表性的4階振動模態(tài)圖。墩柱與梁體之間的支承形式,采用雙向活動盆式橡膠支座與整體現(xiàn)澆固接相間隔的方式,動力特性分析中忽略鉸接墩受力,這樣匝道橋動力特性主要受各固接墩抗側(cè)剛度影響。在不同模態(tài)下將反映出以不同固接墩振動為主的模態(tài),總體上表現(xiàn)出墩高較高的固接墩振動出現(xiàn)在低階模態(tài);墩高較低的固接墩振動出現(xiàn)在高階模態(tài),如圖9所示。汶川地震中回瀾立交兩側(cè)匝道嚴重損壞,A匝道P8墩、B匝道P9墩以及C匝道P6、P8墩等固接墩墩頂出現(xiàn)塑性鉸,震害均出現(xiàn)在低矮橋墩,墩高大致在4m左右,由動力特性分析可知,以這一類橋墩振動為主的模態(tài)振動周期短,在地震作用下,低矮橋墩地震響應(yīng)大,因此破損也較大。5非線性時程分析5.1墩底和墩頂設(shè)置的約束匝道橋獨柱墩采用了整體式樁柱方案,獨柱墩直徑為0.8m,下設(shè)1.2m直徑單樁,樁徑加大給墩提供了附加的約束,塑性鉸可能出現(xiàn)在墩柱底部,同時通過實地考察,各固接墩箍筋間距為20cm,僅在墩底加密至10cm,墩底塑性鉸區(qū)箍筋加密提高了塑性鉸的變形能力,如圖8所示,墩頂部分由于缺乏有效地箍筋約束,在震害中可能更容易受到損傷。在計算模型中,給墩柱底以及固結(jié)墩墩頂?shù)人苄糟q區(qū)域添加纖維單元,以模擬結(jié)構(gòu)的塑性鉸形成機制。5.2時程時程分析在進行時程分析之前,首先取恒載下橋墩的軸向力進行塑性鉸區(qū)截面M-φ曲線分析。固結(jié)墩墩頂截面屈服彎矩為Meff=1591kN·m,該值可用于判斷構(gòu)件是否進入塑性;截面極限曲率,該值可用于判斷構(gòu)件破壞與否,如圖10所示。相應(yīng)地,對墩底截面屈服彎矩Meff=1593kN·m,截面極限曲率,如圖11所示。清平臺站是汶川地震中距離斷層最近的強震動臺站,所記錄的地震動加速度峰值也較大(如圖4);清平臺站位于斷層與橋位之間,橋位與清平臺站相距約25km,隨著地震波由斷層向四周傳播,地震能量隨傳播距離逐步衰減,橋位處的地震動強度也應(yīng)比清平臺站所記錄的地震動強度低。為了模擬真實的地震動響應(yīng),在計算模型中采用人為折減實測地震動強度的方法進行了多工況時程分析,時程分析工況如表1所示。通過多工況計算與對比,如圖12及圖13,可以得到如下幾點結(jié)論:(1)在工況1與工況2中,固結(jié)墩墩頂截面或墩底截面的計算彎矩基本一致,計算中假定取碰撞剛度為106kN/m,碰撞力的大小與碰撞剛度的取值直接相關(guān),由于碰撞剛度的不確定性,實際地震中邊界碰撞力大小較難模擬,因此有必要對邊界碰撞剛度進行敏感性分析。圖14為工況2中,不同碰撞剛度下,墩頂截面的彎矩值,由圖可見,不同碰撞剛度下,各墩受力基本一致,這意味著碰撞效應(yīng)對本結(jié)構(gòu)總體受力影響較小,這是因為碰撞效應(yīng)具有局部性且并不是每時每刻都在發(fā)生,圖15為地震中匝道兩端伸縮縫處碰撞時程曲線。那么計算中,取碰撞剛度106kN/m為所帶來的誤差是可以接受的。(2)工況3中,由于考慮了鉸接墩墩頂滑動支座承擔地震水平力,改變了地震剪力在各墩柱中的分配,使得各固結(jié)墩地震響應(yīng)隨之降低,因此,受力分布與工況1相比有所不同。(3)工況4中考慮了材料的非線性,剛度的降低,延長了結(jié)構(gòu)振動周期,導(dǎo)致固結(jié)墩受力響應(yīng)降低,但各固結(jié)墩墩受力分布與工況1基本一致。(4)工況5至工況9中,逐步提高地震動強度,各固結(jié)墩受力逐步增大。就固結(jié)墩墩頂截面而言,在工況5及工況6中,各墩仍未完全達到屈服彎矩Meff,而在工況7至工況9中,各墩均已達到屈服彎矩,即各墩墩頂截面已進入塑性階段,喪失了繼續(xù)承載的能力,結(jié)構(gòu)通過塑性鉸變形來耗散后續(xù)地震動輸入能量,同樣地,墩底截面也有著類似的受力趨勢。5.3固結(jié)墩頂和墩底截面破壞情況由受力分析可知,在工況7至工況9中,各固結(jié)墩逐步進入塑性,此時塑性鉸區(qū)若具有足夠的變形能力則可避免在地震中發(fā)生破壞。為了評價塑性階段的變形能力,選取截面主軸曲率峰值來評價結(jié)構(gòu)塑性變形?；貫懥⒔辉训罉蚋鞫罩捎脠A形截面,對不同方向,截面EI為常數(shù)。那么第i時刻截面主軸曲率φi為:其中φit和φir分別代表截面第i時刻沿匝道橋曲線的切向及徑向曲率。那么,沿時程的最大的主軸曲率,即為截面主軸曲率峰值φmax。不同計算工況下各固結(jié)墩墩頂及墩底截面的主方向曲率峰值如圖16及圖17所示。由圖16及圖17可見,在工況7(地震強度折減系數(shù)為0.6)作用下,僅P8墩墩頂截面φmax超越截面極限曲率,塑性鉸發(fā)生破壞,而其余橋墩均未發(fā)生破壞,這與實際震害情況吻合。就工況8及工況9而言,各墩墩頂截面均發(fā)生破壞,與實際震害情況偏差較大?；趯嶋H震害與時程分析結(jié)果是否吻合可以初步推斷,橋位處地震動強度約為清平臺站實測地震動記錄強度的0.6倍(約為494.4gal)。在結(jié)構(gòu)高速往復(fù)滑動下,支座上的預(yù)埋鋼板與四氟乙烯板間的摩擦因數(shù)大致在5%~15%范圍內(nèi)變動。通過上述分析發(fā)現(xiàn),鉸接墩滑動支座分擔地震剪力與否將影響地震剪力在各墩間的分配。因此,對各滑動支座的摩擦因數(shù)分別取為0.05、0.10及0.15等3種情況進行敏感性分析。圖19為不同支座摩擦因數(shù)下,各固結(jié)墩墩頂截面主方向曲率峰值。由圖可見,隨支座摩擦因數(shù)的增大,P2、P4及P6墩塑性變形增大,即受損程度加大,而P8及P10墩則隨之降低。當摩擦因數(shù)取0.05時,P8墩發(fā)生塑性鉸破壞,這與實際震害情況吻合;當摩擦因數(shù)取0.10時,各墩均未發(fā)生塑性鉸破壞。而當摩擦因數(shù)取0.15時,僅P6墩發(fā)生塑性鉸破壞。圖20為不同支座摩擦因數(shù)下,各固結(jié)墩墩底截面主方向曲率峰值,相比墩頂截面也有類似的變化趨勢,但各固結(jié)墩墩底截面在考慮不同支座摩擦因數(shù)下,塑性變形均較小,未發(fā)生塑性鉸破壞。6地震動衰減規(guī)律汶川地震中,回瀾立交兩側(cè)匝道嚴重受損,主要表現(xiàn)為A匝道P8墩、B匝道P9墩以及C匝道P6、P8墩等固接墩墩頂出現(xiàn)塑性鉸。震害均出現(xiàn)在低矮橋墩,墩高大致在4m左右,這是因為低矮橋墩抗側(cè)向剛度大,地震中也承擔較大的地震剪力,這一特征在動力特性分析中得到了驗證,低矮橋墩控制了結(jié)構(gòu)的高頻部分,地震作用下,低矮橋墩地震響應(yīng)大,因此破損也較大。在時程分析中,進行了多工況推演,并對地震動強度,碰撞效應(yīng)以及支座非線性效應(yīng)等展開了敏感性分析,并得到了與實際震害較吻合的計算結(jié)果,從中也得到了如下幾點結(jié)論:(1)通過多工況模擬,以實際震害情況為依據(jù),初步推斷了橋位處的地震動峰值強度約為494.4gal,這一推斷與本次地震中相關(guān)學(xué)者通過實際地震臺站記錄,回歸統(tǒng)計得到的地震衰減規(guī)律較吻合;(2)碰撞效應(yīng)對本結(jié)構(gòu)總體受力影響較小,這是因為碰撞效應(yīng)具有局部性且并不是每時每刻都在發(fā)生;通過實地考察發(fā)現(xiàn),該橋固結(jié)墩箍筋間距設(shè)置為20cm,僅在墩底塑性鉸區(qū)域加密至10cm。若墩頂區(qū)域箍筋也加密至10cm,對結(jié)構(gòu)進行時程分析,各固結(jié)墩墩頂主方向曲率峰值如圖21所示。由圖可見,各固結(jié)墩墩頂箍筋加密后,墩頂區(qū)域塑性鉸的變形能力得到提高,主方向曲率值均未超過極限曲率,即橋墩墩頂不會發(fā)生塑性鉸壓潰破壞。因此,由于墩頂區(qū)域?qū)嶋H箍筋布置間距過大,固結(jié)墩墩頂塑性鉸區(qū)變形能力不足,導(dǎo)致地震中墩頂塑性鉸普遍開展,并發(fā)生了壓潰破壞。為了驗證上述推斷的合理性,可以從統(tǒng)計學(xué)角度出發(fā),文獻[11-12]中,依據(jù)地震臺站獲取的大量實際地震動記錄,分別擬合出了汶川地震加速度峰值的衰減規(guī)律公式;同時,由Campbell與Bozorgnia提出的強震動衰減規(guī)律公式在國際上也較為通用。圖18為上述提及的地震動衰減規(guī)律曲線,由圖可見,上述3種衰減規(guī)律總體上接近,當斷層距為25km時,由文獻[11-13]給出的衰減公式計算得到的地震動加速度峰值分別523gal、477.5gal及461.7gal,這與通過計算分析得到的地震動強度估計很接近。(3)回瀾立交兩側(cè)環(huán)形匝道為多跨連續(xù)梁橋,墩柱與梁