汶川地震桥梁震害分析

汶川地震桥梁震害分析

0梁桥地震倒塌机理2008年5月12日，中国四川省绵川县发生8.0级大地震，造成大量人员伤亡，给国家造成了悲伤。地震中因山体滑坡、桥梁倒塌和公路损毁使震中区交通完全中断,救援人员及物资不能有效到达,给地震应急救援工作带来了极大困难,凸显交通运输生命线工程的重要性。课题组在桥梁详细震害调查基础上,对涉及的强震区简支梁桥防落梁设计、钢筋混凝土桥墩抗剪强度及变形能力、小半径曲线梁桥地震倒塌机理等若干问题进行了初步研究。希望对推动我国桥梁抗震技术进步有所帮助。1四川省地震桥地震资料1.1近断层地震动汶川地震较多简支梁桥发生落梁震害,原因除地震山体滑坡次生灾害外,还表现为:(1)断层地表破裂影响位于映秀镇平行于岷江建造的高树大桥(见图1),可认为是中国大陆首例因断层穿过而产生落梁震害桥梁。在汶川大地震之前发生的1999年台湾集集大地震,断层地表破裂亦长达100余km,造成乌溪桥、碑丰桥、一江桥、名竹大桥等多座桥梁毁损。(2)近断层地震动效应在发震断层附近(一般小于10km)因断层破裂的方向性效应使其地震动在速度波形上表现为明显的长周期脉冲并伴有强烈的竖向地震动分量。长周期脉冲作用将使主梁整体沿桥纵或横向发生很大的位移反应,当桥墩反向运动后主梁因惯性仍继续运动将导致较大的墩梁相对位移产生,引发落梁。汶川地震中发生落梁的高原大桥、北川龙尾大桥等距离主发震断层不足几百米(见图2)。作者们曾详细研究了1976年唐山大地震35孔跨径22m的滦河大桥落梁震害(见图3),考虑桥墩、支座及邻梁碰撞等非线性因素,并以行波输入进行了时程分析,认为近断层地震动是落梁震害的重要外因。1999年台湾集集大地震发生落梁破坏的桥梁亦分布在发震断层10km范围之内。随着人类工程活动区域不断扩大,特别是我国交通基础设施建设仍处于快速发展阶段,并积极地向西部山区、农村地区拓展。在强震山区桥梁临近活动断层情况不可避免,而目前国内关于断层地表破裂及近断层地震动下桥梁结构地震响应的研究工作尚少,可提供的设计分析及技术手段与工程需求仍有较大差距。1.2回澜立交匝道桥结构破坏在城市互通立交、(山区)高等级公路等桥梁设计中,受场地、环境条件制约以及从减少占地的经济因素考虑,目前小半径曲线梁桥(通常半径R<100m,桥长L<100m)已较多出现。在汶川地震中,百花大桥、回澜立交匝道桥2座小半径曲线梁桥发生垮塌、桥墩毁损等严重破坏。百花大桥垮塌的第5联为5×20m连续曲梁桥(R=66m),远离映秀镇一侧为悬臂支承,如图4(a)所示。破坏原因最大可能是牛腿处支承宽度不足且缺少纵向、竖向限位装置,导致首先发生落梁;其次可能是薄弱的系梁、桥墩及细部构造引发。回澜立交匝道桥为曲线连续刚构桥(R=20m),位于竖向螺旋曲线内,平面为圆形。独柱桥墩高度在2.0～7.0m之间,与主梁连接采用刚构和铰接(盆式橡胶支座)交替布置。震害原因主要为刚度较大的刚构矮桥墩承受很大的惯性力,发生弯剪破坏并引发主梁底部开裂及桥台处支座脱空。上溯至1971年美国SanFernando地震,接近完工的SR14/I5立交枢纽上下跨交叉的曲线连续刚构桥(跨中设有牛腿)部分落梁(见图4),倒塌的原因是结构跨中牛腿支承面过窄且限位装置强度过低,以及钢筋混凝土墩没有配置足够的箍筋,结构延性较差。该桥建成后又经历1994年美国Northridge地震,其西南连接线的3跨、西北连接线的2跨均发生局部跨塌,震害原因是矮(桥)墩刚度较大承受了很大地震惯性力导致弯剪破坏。若将美国SR14/I5立交枢纽前后两次震害与百花大桥、回澜立交匝道桥比较,相似性很值得我们深入思考、警醒:必须重视和深入开展曲线梁桥抗震问题研究,尤其是在防止大震倒塌方面。1.3剪切破坏严重汶川地震区主要为桥面连续简支梁桥,支座多为直接搁置的板式橡胶支座,地震中稳定性较差,主梁与桥墩连接较为薄弱,更多地发生横、纵向移位,乃至落梁。这种薄弱连接一定程度降低了桥墩的地震荷载,总体上看桥墩震害较轻,但从破坏的桥墩、拱肋、盖梁来看,直接剪切或形成弯曲塑性铰后的剪切破坏较为多见,延性抗震存在隐忧,最惨痛的教训为小鱼洞大桥的垮塌(见图5)。小鱼洞大桥拱肋在拱脚处、腹杆在顶部节点处剪切破坏,主要为设计配筋及构造缺陷:可能是抗剪强度计算重视不够,以致拱肋和腹杆配箍率偏低,为ϕ6@200且为单肢,无加密区、无135°弯钩及嵌固于混凝土之内;纵筋保护层厚度3～5cm不等且在拱脚处部分截断,以绑焊接相连,这些都会导致粘结不足。图5(d)清晰展示了拱肋的破坏模式及薄弱环节:其垂直(拱肋)向裂缝为弯曲引起、斜向裂缝为剪切破坏、沿纵筋方向裂缝则表现为粘结破坏。1.4庙子坪大桥结构及施工近年来随着西部大开发战略的实施,西部强震区高速及高等级公路建设发展迅速。因地形多为山区,公路在跨越大的深谷及其江河时出现墩高百米以上的桥梁已不罕见。汶川大地震以庙子坪大桥为代表的百米高墩桥梁接受考验(见图6),除简支引桥一跨发生落梁破坏外,主桥表现为:箱梁开裂,水下桥墩裂缝(5号主墩承台以上2m位置以及第1道横隔板处各有1条水平裂缝,裂缝贯通整个桥墩横截面,宽度0.8mm)及偏位,还有交界墩处的支座普遍破坏,以及主桥与引桥的碰撞等。庙子坪大桥主桥按7度设防,以0.24g(100a超越概率2%)加速度峰值进行了强度验算。实际地震动估计大于此,从震害看,总体仍满足了规范“大震不倒”的设防目标,抗震设计是“成功”的。但是桥梁业界认为:深水桥墩地震开裂时检测、修复难度和经济耗费都很大(其中仅钢材就达400余t),很不能接受。二者观点显然存在差异。深水高桥墩的地震损伤及控制问题仍有待我们深入思考,一方面需要规范上继续发展业主参与的基于性能抗震设计理论及方法,另一方面需要提供满足不同性能目标的深水高墩抗震技术,如大震下延缓水下桥墩开裂的高性能材料、新型组合构件研发等。2梁桥防护台设计的概念和方法2.1墩梁受力变形控制结合汶川地震桥梁震害经验,提出了强震区梁式桥(纵向)防落梁设计理念,其要点为:(1)允许主梁在橡胶支座顶部滑移以降低桥墩承受的地震惯性力,且建议支座“浮放”模式宜改为在底部与桥墩锚栓连接,以提供相对稳定的滑动面;(2)盖梁提供足够的支承宽度,允许墩梁发生最大的可接受的滑动位移来消耗地震能量,同时防止落梁;(3)盖梁边缘设置挡块或墩梁间设置拉索限位器等构造措施,作为防止落梁的辅助手段。台湾学者张国镇在集集地震桥梁震害经验基础上,提出了“功能性支承”的设计概念,与本文观点总体是一致的。2.2墩梁相对位移sr谱震害表明,简支梁桥落梁与薄弱支座过早破坏使主梁在墩顶滑移有直接关系。为简化,考虑相对规则的桥梁且地震动同步输入,采用图7所示单墩模型研究墩梁最大相对位移反应。模型仅考虑主梁质量并假定支座破坏后力学特性以库仑摩擦理论描述。定义墩梁最大相对位移Sr谱:Sr=Sb(t)|max+α⋅Sc(t)|max‚(1)Sr=Sb(t)|max+α⋅Sc(t)|max‚(1)式中,Sb(t)|max为主梁的最大位移反应;Sc(t)|max为墩顶(盖梁)的最大位移反应;α为参数,规定当支座发生滑动α=1.0,不发生滑动α=0。图8给出了墩梁相对位移Sr谱的解释:(1)支座滑动时,认为墩梁最大相对位移发生在主梁和盖梁发生反向运动并同时达到最大值时刻;(2)支座不发生滑动,计算表明此时墩梁体系一般周期较长(3s以上),地震力很小,反应由位移控制。将墩梁最大相对位移取为主梁的最大反应位移,即偏安全的认为支座刚度远小于桥墩刚度并提供了(墩梁)体系的全部柔性。考虑近断层地震动及不同场地条件影响,各利用20组地震波研究了Sr谱的统计特性,如图9所示。其中输入加速度峰值调整至0.4g,相当于8度区罕遇地震作用。综合墩梁相对位移Sr谱的研究,可初步确定影响桥梁落梁的若干基本要素为:近断层地震动、场地条件、结构周期以及支座破坏后的(恢复)刚度。2.3支架桥防护台设计方法由前述梁式桥防落梁设计理念,仅就盖梁支承宽度和拉索限位器设计方法做简单介绍。(1)我国抗震设计的细度规定汶川大地震后交通运输部颁布施行了“公路桥梁抗震设计细则(JTG/TB20-01—2008)”,规定了简支梁桥、斜交桥和曲线桥盖梁最小支承宽度。在实际桥梁设计时可照此执行。(2)盖梁承接宽度及加速度反应谱提出的拉索限位器设计方法主要基于修正的Caltrans方法。主要步骤如下:①评估盖梁支承宽度,若大于表1中要求值,则按“最小用量要求”设置拉索限位器。表1数据源于墩梁相对位移Sr谱的研究。假定中小跨径桥梁(周期0.5～1.5s)支座破坏后体系周期会提高2倍以上达到3s,则由此周期对应的Sr值确定了表1的盖梁支承宽度要求。若桥梁距离可能发震断层10km以内,则乘以2.0的提高系数。按现行“08细则”设计的Ⅰ-Ⅲ类场地条件的桥梁,不考虑近断层地震动影响,盖梁支承宽度基本满足表1要求。②若不满足①项,在墩梁发生最大允许相对位移的可能下,确定拉索限位器设计位移,设计地震力采用仅考虑拉索限位器刚度的单自由度体系模型(假定桥墩无限刚及支座完全破坏),用反应谱方法计算。设计地震力为:F=WSa,max‚(2)式中,W为一跨主梁的质量;Sa,max为大震作用下体系对应的加速度反应谱值。③最小用量要求:满足拉索刚度0.3～0.5倍桥墩刚度和设计拉力F:F=1.5khWg‚(3)式中,kh为水平地震系数;W为一跨梁主梁的质量;g为重力加速度。以上方法原则适用于地震烈度8度强地震区,更高烈度区可参考使用。3第二、结合第二、3.延性构造的构造设计方法汶川地震后颁布的“公路桥梁抗震设计细则(JTG/TB20-01—2008)”引入了延性抗震设计方法和能力保护设计原则,以及延性构造的细节设计。因为缺少足够的研究基础,部分条文或试验依据不足,或引自国外规范。3.1配筋设计的优点进行了12根钢筋混凝土短柱桥墩试件拟静力试验,它们最终都发生弯剪破坏。再辅助PEER钢筋混凝土柱性能试验数据库中27根试验试件,对塑性铰区混凝土地震抗剪强度影响因素进行统计分析。定义混凝土名义抗剪强度vc:vc=(V-Vs)/(Ae√fc),(4)式中,V为试件塑性铰区的抗剪强度;Vs为箍筋提供的剪力,以45°桁架理论计算。Ae为截面核心混凝土面积,fc为混凝土轴心抗压强度。分析表明影响混凝土名义抗剪强度vc的主要因素是剪跨比和纵筋配筋率,随剪跨比增大而降低,随纵筋配筋率提高而提高;其次是位移延性系数,随位移延性系数增大而降低;轴压比因数据原因不很明显,但总体似随轴压比增加而增加;体积配箍率影响似随截面不同而有所不同。统计分析结果与国外主要规范抗剪强度计算公式考虑因素大体一致。最后参考国外相关规范及同济大学毕桂平和范立础研究成果,提出了桥墩塑性铰区地震抗剪强度计算公式,即V=Vc+Vs,(5)式中,V为桥墩地震抗剪强度;Vc为混凝土提供的抗剪能力;Vs为箍筋提供的抗剪能力。(1)当轴压比ηk小于等于0.1时,不考虑混凝土贡献,即Vc=0.0;(2)当轴压比ηk大于0.1时:Vc=0.15C1C2fc(0.8Ag)‚(6)式中,C1=2.2ηk+1.0≤1.6;C2=αμd+2.0;Ag为截面毛截面积;ηk为轴压比;μd为位移延性系数;α为强度修正系数,与位移延性系数μd关系取为分段线性插值:α={3.75/√fc3.75/√fc-(1.46/√fc)(μd-2)0.83/√fcμd≤22<μd<4μd≥4。(7)(3)箍筋的贡献以45°桁架理论计算。矩形截面:Vs=Ashfytsh0,(8)式中,Ash为横向抗剪箍筋的总面积;s为箍筋间距;fyt为箍筋屈服强度;h0为有效截面高度。圆形截面:Vs=(π2)(Asv1fytsd0),(9)式中,Asv1为螺旋箍筋面积;d0为核芯截面直径;其余同上。图10比较了混凝土名义抗剪强度vc的试验值和计算值,36根试件仅2根试件计算值大于试验值(其vc值比较小试验识别可能存在一定误差)。计算值总体偏于安全。另外计算值与试验值的比值(去除异常点后)平均值为0.34,方差0.22。3.2空心桥墩配降设计利用回归分析建立了与墩顶极限位移角相关的桥墩塑性铰区约束箍筋用量计算公式。试验数据据来自PEER柱数据库、日本Kawashima桥梁抗震实验室及部分国内学者的研究工作,共包括234根延性弯曲破坏试件,其中矩形截面171根、圆形截面63根。以矩形截面桥墩为分析对象,分析过程中将轴压比小于0.1的试件剔除,并借助新西兰规范格式,列出以下回归公式,建立了桥墩极限位移角Rμ回归分析公式:Rμ(%)=A×ξ+B,(10)ξ=Ashshc×fytfc×1(1.3-ρtm)×ηk×AcAg,(11)式中,m=fy0.85fc;Ash为s范围内计算截面上的箍筋面积;hc为最外侧箍筋之间的距离;ρt为纵筋配筋率;Ac为从箍筋外缘计算的桥墩核心面积;其余同前。经回归分析,得(见图11):Rμ(%)=6.3×Ashshc×fytfc×1(1.3-ρtm)×ηk×AcAg+1.44。(12)同时,可得到与之平行的具有85%的Rμ(%)为:Rμ(%)=6.3×Ashshc×fytfc×1(1.3-ρtm)×ηk×AcAg+0.4。(13)式(12)相关系数为0.78,适用于剪跨比为3～10之间的普通箍筋约束普通强度混凝土桥墩和高强钢筋约束高强混凝土桥墩。式(13)可用来计算不同极限位移角下钢筋混凝土桥墩塑性铰区的配箍要求。如以桥墩极限位移角3%考虑(供高地震危险水平地区使用),则矩形截面桥墩塑性铰区最低约束箍筋用量为:Ashshc=12.42×fcfyt×(1.3-ρtm)×ηk×AgAc≥0.004。(14)圆形截面桥墩直接按1.4倍系数考虑:ρs=11.73×fcfyt×(1.3-ρtm)×ηk×AgAc≥0.004‚(15)式中ρs为圆形截面体积配箍率。以图12所示的桥墩为例,分别按建议公式(14)、AASHTO规范、ACI规范、Caltrans规范、Eurocode8规范及中国“08细则”进行配箍设计。桥墩截面尺寸为2400mm×2400mm,纵筋屈服强度为400MPa,箍筋屈服强度为350MPa,Ag/Ac等于1.2,纵筋配筋率为2.5%。计算的桥墩配箍量Ash/shc与混凝土强度、轴压比的关系如图13所示。可以看出,在轴压比小于0.1的情况下,除按“08细则”计算的约束箍筋用量低于建议公式外,其余规范均高于建议公式的配箍要求。在轴压比小于0.2的情况下,建议式(14)需要的箍筋用量仍低于AASHTO规范和Eurocode8规范要求。在轴压比大于0.3后,建议式(14)需要的约束箍筋用量开始迅速增加并大于国外规范要求。考虑大多数桥墩轴压比在0.3以下,认为在高地震危险地区建议式(14)可用且与国外规范桥墩配箍水平相当。课题组还利用收集到的69根矩形空心桥墩拟静力试验数据,采用同样方法建立了空心桥墩的变形能力及配箍计算公式。目前在我国西部强地震山区,空心截面桥墩已较多出现。4桥严重震害实例回澜立交桥是目前国内仅有的小半径曲线梁桥严重震害实例。利用SAP2000软件采用非线性时程分析方法,对回澜立交桥地震破坏过程进行了数值模拟及震害机理分析。4.1桥台地震建模以C匝道桥为例进行结构有限元离散。桥台处边界条件为约束主梁横向、竖向自由度及绕桥梁纵向的扭转自由度,其余3个自由度全部释放。桥墩弹塑性模型在其墩顶和墩底设置PMM塑性铰,铰的恢复力特性由弯矩-轴力相互作用屈服曲(球)面定义,采用纤维模型计算。图14为建立的回澜立交桥C匝道桥有限元模型,规定矮墩侧桥台为0号,依次为1号桥墩、2号桥墩等。地震中严重破坏的为2号墩。表2列出了详细建模情况。共建立3个模型:模型1用于研究线弹性条件(无任何破坏)下桥墩及结构受力情况;模型2用于比较及研究支座破坏(发生滑移)情况下桥墩及结构受力的改变;模型3用于研究发现回澜立交桥抗震薄弱环节,特别是桥墩先后屈服的破坏顺序及机制。4.2桥墩受力影响分析对模型3分别输入三向绵竹清平地震波和什邡八角地震波,研究其塑性铰出现顺序及抗震薄弱环节。计算发现:无论清平输入还是八角输入,回澜立交桥都表现为2号桥墩底部最先出现塑性铰,然后是顶部,再后为其他刚构桥墩(图15)。因此可以断定2号桥墩地震中易于破坏,为其抗震薄弱环节及最不利桥墩。至于塑性铰最先出现在底部与实际震害出现在顶部有所不同,是因为分析中未考虑土及基础柔性影响,其会使反弯点位于桥墩高度1/2～1/3处,桥墩顶部将承受更大弯矩。模型1和模型2差别在于是否考虑了支座滑移影响,输入加速度峰值0.2g时将2个模型桥墩受力情况进行比较(见图16)。可以发现:不考虑支座滑移(模型1)时,全桥最矮墩(1号墩)承受弯矩最大,可达其他桥墩2倍以上。考虑支座滑移(模型2)后,设有支座的1号桥墩承受弯矩急剧降低,而全桥次矮的2号刚构桥墩承受弯矩、扭矩显著增长,最大弯矩接近于模型1中的1号墩。最后分析了2号(刚构)桥墩抗震能力。2号桥墩在重力荷载作用下屈服弯矩约1284kN·m,假定反弯点位于桥墩跨中(高度距地面1.35m),计算得到对应屈服剪力为948kN。利用中国、美国、日本和欧洲桥梁抗震规范计算,塑性铰区最终抗剪强度值在400～600kN之间,要小于弯曲屈服对应剪力。还利用Priestley公式计算了桥墩抗剪强度与位移延性系数关系:当位移延性系数小于2时,桥墩混凝土全截面参与抗剪,其值1200kN要大于桥墩弯曲屈服时对应的剪力948kN,桥墩会发生弯曲屈服;此后随着位移延性增加,混凝土因裂缝开展等因素逐步退出抗剪,桥墩抗剪强度将下降至800kN以下(位移延性系数为4),此时桥墩必将发生剪切破坏。现场调查2号桥墩亦呈明显的弯剪破坏特征。综上所述,利用数值模拟结合现场调查分析了回澜立交桥地震破坏机理。认为:(1)地震时设有支座的最矮的1号桥墩支座发生滑移,以致刚度较大(次矮)的2号刚构桥墩承受很大的地