近海大氣環境下RC框架結構時變地震易損性分析

鄭山鎖,徐玉海,楊 松,明 銘,可 亮

(1. 西安建筑科技大學 土木工程學院,陜西 西安 710055; 2. 西安建筑科技大學 結構工程與抗震教育部重點實驗室,陜西 西安 710055)

0 引言

為促進近海地區的經濟發展,滿足近海資源勘探的需要,我國建造了大量近海工程[1]。然而,在近海大氣環境的氯離子侵蝕作用下,不可避免地引發鋼筋銹蝕,導致RC框架結構有效受力截面損失、承載力降低[1-2]。隨著侵蝕作用加深,堆積于鋼筋表面的銹蝕產物會引起鋼筋沿縱向產生銹脹應力,使保護層混凝土處于復雜應力狀態,造成混凝土性能劣化,并引起保護層開裂甚至脫落,進而導致RC框架結構抗震性能不斷地劣化,安全性持續降低。

近年來,隨著人們防災、減災意識的提高,越來越多的學者從試驗和數值模擬角度陸續進行了氯離子侵蝕下RC框架結構抗震性能的研究工作。如:YALCINER等[3]對一棟因氯離子侵蝕而拆除的RC框架結構進行了易損性分析,模擬了因銹蝕而失去粘結強度的鋼筋滑移對結構抗震性能的影響。AKIYAMA等[4]建立了基于氯離子銹蝕的RC橋墩縱向鋼筋屈曲模型的位移延性能力評估方法,并對其可靠性進行評估。胡思聰等[5]構建了基于氯離子侵蝕作用下的RC橋梁材料劣化模型,獲取并評估了近海大氣RC橋梁時變抗震性能損傷規律。李超等[6]建立了與電流密度相關的氯離子銹蝕鋼筋模型,以預測近海橋梁結構抗震性能變化規律。

上述研究結果在一定程度上豐富和加深了人們對銹蝕結構抗震性能的認識,然而這些研究在分析時,一方面忽略了保護層開裂后,由于有害離子更易于侵入而引發鋼筋銹蝕速率的增加,這顯然高估了銹蝕結構的抗震性能。另一方面為便于分析,工程結構的安全評估通常僅考慮地震動不確定性,而假定結構分析模型參數為恒定值。然而已有研究表明[1]:當考慮結構響應的非線性行為時,與結構和地震動相關的不確定性耦合效應會放大,這意味著在評估結構的實際抗震性能時,考慮計算結構響應中的不確定性至關重要。此外,由于電化學腐蝕與自然條件腐蝕具有較大差異性,現階段基于電化學腐蝕RC棱柱體試件軸壓試驗結果建立的針對于近海環境下RC框架結構約束混凝土性能劣化模型的準確性還需驗證。為此,有必要基于合理的材料性能劣化模型,同時考慮結構與地震動不確定參數影響,針對近海大氣環境下RC框架結構進行時變地震易損性分析。

基于此,本文結合氯離子侵蝕及鋼筋銹蝕機理,提出了鋼筋銹蝕速率三階段時變模型。根據鋼筋和混凝土材料退化機理,確定了適用于近海大氣環境下材料性能劣化模型。在此基礎上,根據解析易損性分析理論,建立近海大氣環境下RC框架結構時變地震易損性分析框架。隨后以一棟典型5層RC框架結構為研究對象,通過拉丁超立方抽樣方法綜合考慮結構與地震動參數的不確定性影響,建立結構-地震動分析樣本庫,通過增量動力分析法(increment dynamic analysis, IDA)方法,得到了結構時變地震易損性模型,繪制了4個齡期下的地震易損性曲線與易損性指數曲線,對其時變抗震性能進行評估。

1 鋼筋銹蝕概率模型

近海大氣環境下,氯離子對RC框架結構侵蝕過程可劃分為3個階段[7]:①誘導階段。氯離子滲透混凝土保護層并在鋼筋表面堆積,當達到臨界濃度時,鋼筋發生銹蝕。②發展階段。隨著鋼筋銹蝕發展,保護層混凝土因鋼筋銹脹而出現拉應力,直到保護層混凝土拉應力超過其極限拉應力,保護層混凝土開始出現裂縫。③劣化階段。隨著裂縫擴展,鋼筋腐蝕速率加快,鋼筋與混凝土力學特性發生劣化,結構性能明顯退化。氯離子侵蝕過程如圖1所示。鑒于此,建立氯離子侵蝕下鋼筋與混凝土力學特性劣化模型,需要確定鋼筋起銹時間與保護層混凝土銹脹開裂時間。

圖1 氯離子侵蝕過程Fig.1 Chloride erosion process

1.1 鋼筋起銹時間

由鋼筋銹蝕機理可知,確定鋼筋起銹時間,關鍵在于定量評估氯離子在混凝土中的滲透規律。CUI等[8]及COLLEPARDI等[9]基于Fick第二定律,建立相應擴散模型,模擬氯離子在RC框架結構的擴散過程。本文參考DURACRETE[10]提出的氯離子擴散時變模型,經簡單轉換,即可得鋼筋起銹時間模型。該模型考慮了環境條件、測試方法及養護齡期等因素的影響,并且與實際氯離子擴散規律擬合效果良好,如式(1)所示:

(1)

式中:Ccr為尚未引發鋼筋銹蝕的氯離子臨界濃度;dc為混凝土保護層厚度;依據CECS 220—2007《混凝土結構耐久性評定標準》[11]提出的臨界氯離子濃度,本文Ccr取值為1.3 kg/m3(C30混凝土);X1為Fick第二定律理想化模型假設引起的不確定性參數;ke為環境因子;kt為測試方法因子;kc為固化時間校正系數;m為服役期因子,取值為0.362;Cs為混凝土表面氯離子濃度;Ds為經驗擴散系數;t0為經驗擴散系數的參考齡期,取28 d;erf(·)為誤差函數。其中,Cs與erf(·)可表示為

Cs=As(w/b)+εs

(2)

(3)

式中:w/b為水膠比;As和εs分別為與環境相關的系數。

考慮到氯離子擴散時變模型相關參數較大的變異性,DURACRETE[10]通過試驗研究與統計分析,給出了上述時變模型各參數的概率分布規律,如表1所示。

表1 各參數概率分布Table 1 Probability distribution of each parameter

1.2 保護層混凝土銹脹開裂時間

考慮到保護層混凝土銹脹開裂過程十分復雜,受多種因素影響,通常難以直接建立混凝土銹脹開裂時間預測模型,本文建立鋼筋臨界銹蝕深度與保護層混凝土開裂關系式為

(4)

式中:Pcrack為鋼筋臨界銹蝕深度;Tcorr、Tcrack分別為鋼筋起銹時間與保護層混凝土銹脹開裂時間;λ(t)為鋼筋銹蝕速率,其為時間的函數。此外,CECS 220—2007《混凝土結構耐久性評定標準》[11]針對角部鋼筋及非角部鋼筋分別給出了鋼筋臨界銹蝕深度,表達式為

Pcrack=0.015(dc/d0)1.55+0.0014fcu+0.016

(5)

Pcrack=0.012(dc/d0)+0.00084fcu+0.018

(6)

式中fcu為混凝土抗壓強度標準值(MPa)。

顯而易見,建立保護層混凝土銹脹開裂時間預測模型的關鍵在于發展鋼筋銹蝕速率模型。本文參考崔鳳坤[7]提出的鋼筋銹蝕速率三階段時變模型,計算保護層混凝土的開裂時間。銹蝕速率模型示意圖如圖2所示,鋼筋銹蝕速率三階段時變模型如式(7)所示:

圖2 三階段時變銹蝕模型示意Fig.2 Three stage time varying corrosion model

(7)

式中:λ(t)為鋼筋銹蝕速率,λi(t)為第i階段鋼筋銹蝕速率;twcrack為保護層混凝土嚴重開裂時間,本文取Twcrack等于Tcrack[12]。

icor(t)=0.85kσicor,0(t-tcorr)-0.29

(8)

icor,0=37.8(1-w/c)-1.64/dc

(9)

(10)

式中:icor(t)為鋼筋銹蝕電流密度;icor,0為銹蝕起始時電流密度;Kσ為鋼筋應力影響系數;w/c為混凝土水灰比;dc為混凝土保護層厚度;fyk為鋼筋屈服強度標準值;σq為鋼筋應力大小。

綜上所述,保護層混凝土開裂時間模型可表示為

(11)

式中鋼筋臨界銹蝕深度可參考文獻[11]確定,其余各參數說明與前文相同。

1.3 鋼筋銹蝕率概率模型

鋼筋銹蝕通常包括均勻銹蝕與點蝕。已有研究表明[13],近海大氣環境下,點蝕是鋼筋銹蝕的主要形式?？紤]到鋼筋點蝕形貌的多樣性與復雜性,本文使用VAL等[14]提出的經典點蝕模型,如圖3所示,通過使用簡化四邊形來模擬點蝕,以評估截面損失,點蝕下鋼筋的相應時變殘余截面積Acor可按式(12)～式(17)計算:

(12)

(13)

(14)

(15)

(16)

p(t)=Rλ(t)

(17)

式中:p(t)為銹坑深度,通過修正前文鋼筋銹蝕速率λ(t)得到;ds0為鋼筋初始直徑;R為坑蝕系數,假設其符合極值I分布,利用統計分析方法計算[15],其余各參數說明與前文相同。

基于此,鋼筋銹蝕率概率模型可表示為

(18)

式中:ηs(t)為鋼筋銹蝕率;A0為鋼筋初始面積,其余各參數說明與前文相同。

圖3 點蝕模型示意[14]Fig.3 Schematic diagram of pitting corrosion model[14]

地震荷載及銹蝕作用的耦合作用會引起橫向箍筋力學性能劣化及截面削弱,從而導致約束混凝土強度降低,甚至造成混凝土受力構件發生破壞。同時,在一般RC框架結構受力構件中,就保護層厚度及鋼筋直徑而言,橫向箍筋均小于縱向鋼筋,因此,橫向箍筋的銹蝕速率將大于縱向鋼筋銹蝕速率。然而,目前鮮有學者研究近海環境下箍筋的銹蝕。

本文歸納總結了針對近海環境下鋼筋銹蝕的21組試驗數據[16-18],如表2所示,并利用Origin軟件對數據進行回歸擬合,對比分析橫向箍筋和縱向鋼筋之間的變化規律,如圖4所示,并建立式(19)和式(20)擬合公式:

y=2.03+1.45x

(19)

y=0.56+2.17x-0.08x2

(20)

y=11.26-6.57x+2.12x2-0.17x3

(21)

式中:x為縱向鋼筋銹蝕率(%);y為橫向箍筋銹蝕率(%)。上述擬合公式的相關系數分別為0.940、0.963、0.910,可以得到,式(20)可較準確地表達近海大氣環境下縱向鋼筋銹蝕速率和橫向箍筋銹蝕速率的相關關系,在此基礎上構建近海環境下RC框架結構中縱向鋼筋及橫向箍筋銹蝕速率關系式為

y=a0+b0x+c0x2

(22)

式中a0、b0和c0均為擬合系數,可使用非線性曲線擬合分析確定取值。

表2 鋼筋平均銹蝕率試驗數據Table 2 Average corrosion rate test data of steel bars編號文獻[16]縱筋/%箍筋/%文獻[17]縱筋/%箍筋/%文獻[18]縱筋/%箍筋/%13.206.202.103.703.306.3024.007.803.006.403.406.5036.5011.404.7010.606.5011.3043.306.302.106.403.707.1054.107.902.806.804.508.9066.5011.30——4.609.307————6.8011.40 圖4 縱筋-箍筋銹蝕量擬合曲線 Fig.4 Fitting curves of longitudinal reinforcement-hoop corrosion amount

1.4 材料性能劣化模型

鋼筋銹蝕過程中,其強度和變形能力均發生不同程度地退化。BIONDINI等[19]基于試驗結果,建立了銹蝕鋼筋強度修正模型:

fyc=(1.0-αyηs)fy

(23)

fuc=(1.0-αuηs)fu

(24)

式中:fyc、fy分別為未銹蝕及銹蝕后鋼筋屈服強度;fuc、fu分別為未銹蝕及銹蝕后鋼筋極限強度;αy、αu為強度折減系數,一般取αy=0.0049、αu=0.0065[20];ηs為鋼筋銹蝕率。

CAIRNS等[21]結合試驗數據,建立了鋼筋極限應變修正模型:

εuc=(1-αηs)εu

(25)

式中:εuc、εu分別為鋼筋銹蝕前后的極限應變;α為應變折減系數,本文取α=0.01。

隨著鋼筋銹蝕產物不斷累積,保護層混凝土逐漸銹脹開裂,進而導致保護層混凝體強度退化。本文參考CORONELLI等[22]研究,保護層混凝土的強度衰減表達式為

fc=ξfco

(26)

式中:fc、fco分別為保護層混凝土開裂前后強度;ξ為保護層混凝土軸心抗壓強度折減系數。

(27)

wcr=2π(νrs-1)duni(t)

(28)

式中:P為試件周長;wcr為裂縫寬度,可按式(28)計算;vrs為鋼筋銹蝕體積膨脹系數,取為2.0;duni(t)為鋼筋銹蝕深度。

箍筋銹蝕顯著降低了其對核心區混凝土的約束作用,導致核心區混凝土強度及變形能力發生退化。鄭山鎖等[23]基于銹蝕RC棱柱體試件軸壓試驗結果,認為箍筋銹蝕約束混凝土峰值應力f′cc與峰值應變ε′cc可按式(29)～式(30)計算:

f′cc=(1-0.017ηs)fcco

(29)

ε′cc=(1+0.01ηs)εcco

(30)

式中:fcco、εcco分別為未銹蝕試件峰值應力與峰值應變;ηs為箍筋銹蝕率。

1.5 模型驗證

本文使用Menegotto-Pinto鋼筋本構模型和Mander混凝土本構模型建立數值模型模擬文獻[24-25]中的銹蝕RC框架柱,驗證本文構建的鋼筋銹蝕概率模型及材料性能劣化模型的準確性。由試驗和數值模型模擬的滯回曲線對比驗證結果(圖5)及模擬結果與試驗結果誤差對比結果(表3)可知,本文構建的模型能較真實地反映銹蝕RC框架柱在循環荷載作用下的響應特征及抗震性能。

圖5 滯回曲線模擬結果驗證Fig.5 Results validation of hysteretic curves simulation

表3 模擬誤差計算結果Table 3 Calculation results of simulation error

2 氯離子侵蝕的RC框架易損性分析方法

地震易損性分析的主要目的是得到不同強度地震作用下構件或結構體系地震響應達到或超過指定損傷狀態的超越概率[26]。地震易損性函數的一般形式可以表示為[27]

(31)

式中:mD|IM和βD|IM分別為結構地震工程需求D的均值與對數標準差;mC和βC分別為不同極限狀態下結構抗震能力C的均值與對數標準差。

其中,假定地震工程需求參數均值mD|IM和地震動強度指標IM之間滿足冪指數式關系為

lnmD|IM=a+bln(IM)

(32)

式中a和b為統計回歸系數。

地震工程需求參數對數標準差βD|IM表示為

(33)

式中,Di(i=1,2,……,N)為第i條地震波下結構地震需求;N為地震波數量。

針對傳統易損性表達形式(如易損性曲線與易損性矩陣等)不便于工程應用等缺陷,于曉輝等[28]提出了易損性指數(vulnerability index, VI)的概念,嘗試利用震害指數的數學期望評估結構地震損傷,可表示為

(34)

式中:DSi(i=1,2,…,n)對應為各極限狀態的震害指數;Pf(DSi|IM)為結構各極限狀態的超越概率,表示為相鄰極限狀態超越概率的差值,利用易損性曲線可得。

綜合以上時變易損性分析機理及鋼筋、混凝土材料退化機理,構建考慮氯離子侵蝕的RC框架時變易損性分析基本流程如圖6所示。

圖6 結構時變地震易損性分析框架Fig.6 Framework of time-dependent seismic fragility analysis of structure

參考我國GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[29],并結合我國地震烈度表給出不同極限狀態對應的震害指數值,如表4所示。

表4 不同破壞狀態對應震害指數Table 4 Seismic damage index corresponding to different damage states %

3 算例分析

3.1 結構設計與建模

建立典型結構是研究區域RC框架結構地震易損性的基礎。本章將利用PKPM軟件構建一棟典型5層RC框架結構,結構設計滿足我國GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[29]及GB 50010—2010《混凝土結構設計規范》[30]相關條例。結構布置如圖7 (a)所示,平面尺寸為15.0 m×30.0 m,縱向5跨,橫向3跨;首層高3.9 m,二至五層高3.3 m。結構抗震設計信息如下:結構位于抗震設防烈度8度(0.2g),地面粗糙度C類,特征周期0.4 s的場地區域。樓(屋)面恒、活載分別為7.0、2.0 kN/m2,該區域ω0=0.4 kN/m2、S0=0.3 kN/m2。采用OpenSees分析軟件建立5層多齡期RC框架分析模型,其中梁、柱單元采用基于傳統剛度法的Disp-Beam-Column單元模擬,為保證較高的精度,梁柱單元細分數取5,每個單元積分點數取5?？紤]P-Delta效應影響。采用fiber、patch等命令定義的纖維截面建立梁、柱截面模型,該模型計算精度高且能較準確地反映結構實際受力情況?；炷吝x用Concrete02材料,鋼筋選用Steel02材料。梁柱單元和截面如圖7(b)所示,材料本構關系如圖7(c)所示。鋼筋及箍筋分別采用HRB335及HPB300,混凝土采用C30。樓面及屋面板厚為120 mm;梁、柱保護層厚度為20 mm,梁柱尺寸及配筋結構如表5所示。

圖7 結構布置及有限元模型Fig.7 Structural arrangement and finite element model

表5 框架梁柱截面尺寸及配筋Table 5 Frame beam-column section size and reinforcement

3.2 地震動-結構樣本庫建立

已有研究表明[31-32],采用20條地震動記錄進行IDA分析可較好地解決由于地震動本身偶然性導致的易損性分析結果的不確定性。鑒于此,本文選取了美國應用技術委員會(applied technology council,ATC)建議的22條遠場地震動記錄[33],作為后續研究輸入地震動,地震動記錄詳見文獻[13]。所選地震加速度反應譜及對應的設計反應譜分布情況,如圖8所示。由圖可知,所選地震動記錄平均反應譜曲線與規范反應譜曲線擬合較好,可用于評估RC框架結構在地震作用下的響應。

圖8 所選地震動記錄反應譜與規范設計 反應譜對比(ζ=0.05)Fig.8 Comparison between acceleration spectrum of selected ground motions and design response spectrum of Chinese code(ζ=0.05)

盡管有研究表明[13],結構不確定性對易損性分析結果的可靠性影響相對較小,在易損性分析中可不做考慮。然而當考慮結構響應的非線性行為時,與結構和地震相關的不確定性會耦合并放大。考慮到氯離子侵蝕在一定程度上增加了RC框架結構動力響應的非線性程度,本文在氯離子侵蝕RC框架結構時變地震易損性分析中,通過選取了結構幾何屬性與材料力學性能相關的15個隨機參數作為設計變量,以考慮結構不確定性對氯離子侵蝕下RC框架結構易損性分析的影響,各設計變量的分布特征如表6所示。

根據表6中的結構不確定參數的分布特征,采用拉丁超立法抽樣[34](Latin hypercube sampling, LHS),與隨機抽樣法生成多維結構樣本空間,并與所選22條地震動記錄進行隨機匹配,得到22個結構-地震動隨機樣本。

表6 結構不確定參數分布特征Table 6 Distribution characteristics of uncertain structural parameters

續表

3.3 結構材料劣化模型

結合表1中鋼筋初始銹蝕模型各參數分布,通過LHS生成2000個樣本,采用Origin軟件獲得LHS生成樣本的頻率分布和統計參數。計算得到鋼筋起銹時間概率分布與保護層銹脹開始時間概率分布。由圖9可知,不同直徑鋼筋銹蝕率與RC框架結構的服役時間呈正相關關系,但銹蝕速率與其呈負相關關系;相同服役齡期下,直徑越小的鋼筋,銹蝕程度越大。

圖9 鋼筋銹蝕率時變規律Fig.9 Time-varying law of corrosion rate of steel bars

根據鋼筋銹蝕率時變規律,結合鋼筋混凝土材料性能劣化模型,進一步得到材料性能時變規律,如圖10所示。由圖可知,除約束混凝土峰值應變比值隨齡期增加逐漸增大外,混凝土峰值應力比值、鋼筋屈服強度比值、鋼筋極限強度比值以及鋼筋極限應變比值隨齡期增加均呈現下降的趨勢,且變化速率逐漸降低。

圖10 材料性能時變規律Fig.10 Time-varying law of material properties

4 結構時變地震易損性

4.1 概率地震需求分析

本文使用PGA作為地震動強度指標,并將22條地震動PGA統一調整至0.018、0.1、0.15、0.22、0.40、0.51、0.62、1.0g。以最大層間位移角θmax為結構性能指標。通過對算例結構進行非線性時程分析,得到各服役齡期RC框架結構概率地震需求模型,其對數線性回歸結果如圖11所示。

圖11 概率地震需求模型對數線性回歸Fig.11 Log-linear regression of probabilistic seismic demand model

4.2 概率抗震能力分析

GB 50011—2010《建筑抗震設計規范》[29]以層間位移角限值為破壞指標對應的各損傷狀態下的對應位移角限值,如表7所示。

表7 框架結構的破壞描述和指標Table 7 Damage descriptions and indicators for a given frame structure

目前,對于RC框架結構的層間位移角限值的研究,多用于指導結構設計,均采取各破壞狀態取值范圍的下限,而本文研究的目的為評估結構在地震中的真實破壞狀況,因而不能直接采取規范中建議的限值。同時本文假定銹蝕結構的抗震能力為恒定值。本文結合已有研究[35]GILL報告結果[36]提出建議的各破壞狀態限值如表8所示。

表8 本文建議的各破壞狀態的限值Table 8 Limits for each failure state recommended in this paper

4.3 概率地震易損性分析

為定量研究服役齡期對結構時變易損性的影響,得到結構時變易損性參數比較情況,如表9所示,隨著結構服役齡期的增加,結構在不同損傷極限狀態下的易損性函數均值(mR)與標準差(βR)呈現一定程度的下降趨勢,表明結構的廣義抗震能力逐漸降低,忽略齡期的影響,可能會高估結構的抗震性能。

表9 不同服役齡期結構易損性函數參數Table 9 Structural vulnerability function parameters of different service ages

結合易損性函數參數分布,進一步得到近海大氣環境下服役齡期分別為小于Tcorr、10、20、30 a的RC框架結構在各破壞狀態下的時變易損性曲線,如圖12所示,相同地震動強度下,結構各損傷狀態的超越概率與服役齡期呈正相關關系,表明近海環境中的氯離子侵蝕效應會使得混凝土、鋼筋材料的力學性能退化,導致梁、柱抗剪承載力降低,進而引發結構抗震性能降低。例如,對于地震動峰值加速度PGA=0.4g,未發生腐蝕(0 a)的結構達到中等損傷的概率小于26%,而30 a齡期的結構達到中等損傷的概率接近45%。不同損傷狀態的超越概率隨齡期的增加是非線性的,具體來說,前10 a的超越概率增加量相對較小,10 a后超越概率增加量明顯增大。以中等損傷狀態下的易損性曲線為例,當地震動峰值加速度PGA=0.6g時,10 a齡期結構的超越概率相對于未腐蝕結構增加了4.0%,20 a齡期的結構超越概率相對于10 a齡期結構增加了7.1%。由此可見,第二個10 a的超越概率增長率大約是前10 a的1.75倍。因此,在今后的結構抗震設計和評估中,對于惡劣壞境下的RC框架結構,有必要提高對結構服役環境和齡期的重視。

圖12 不同損傷狀態下的結構時變易損性曲線Fig.12 Time-varying fragility curves of structures under different damage states

4.4 結構損傷評估

基于前文計算得到的結構各極限破壞狀態的超越概率,結合式(32)～式(34)以及表6中數據,計算得到各地震動強度下結構易損性指數,繪制出結構易損性指數曲線,如圖13所示。為了更進一步評估結構的抗震性能,結合我國現行抗震規范提出的三性能抗震設防水準,本文分析計算出RC框架結構在多遇地震、設防地震及罕遇地震作用下的易損性指數分布規律,如圖14所示。

圖13 易損性指數曲線Fig.13 Vulnerability index curves

由圖14可知,當各服役齡期RC框架結構遭受多遇地震作用及設防地震作用時,若以易損性指數上限值和平均值作為評估標準,各RC框架均處于輕微破壞狀態;若以易損性指數下限值作為評估標準,各RC框架均處于基本完好狀態;但需指出,當不同服役齡期RC框架結構遭受罕遇地震作用時,若以易損性指數下限值作為基準評估結構破壞等級,各服役齡期結構均處于輕微破壞狀態;若以易損性指數平均值作為基準評估結構破壞等級時,0、10、20 a齡期結構均處于輕微破壞,30 a齡期結構處于中等破壞;以易損性指數上限值作為損傷評估指標時,結構均處于中等破壞。

圖14 三性能抗震設防水準下易損性指數分布Fig.14 Vulnerability index distribution under the three-property seismic fortification standard

由圖14還可知,隨著結構服役齡期的增加,結構在多遇地震、設防地震以及罕遇地震作用下的易損性指數均逐漸增大。這表明RC框架結構材料性能隨著服役齡期增加不斷劣化,結構抗震性能不斷降低。但對于30 a服役齡期內的結構,無論是以何值作為結構損傷性能指標,在多遇地震與設防地震作用下,結構損傷程度不超過輕微破壞;在罕遇地震作用下,結構損傷程度不超過中等破壞。這表明按照我國規范設計RC框架結構,在30 a服役齡期內能夠滿足我國“小震不壞、中震可修、大震不倒”三性能抗震設防水準。

5 結論

本文根據氯離子侵蝕及鋼筋銹蝕機理,提出了鋼筋銹蝕速率三階段時變模型,結合均勻銹蝕模型,提出一種改進的鋼筋銹蝕率概率模型,進而根據材料性能退化機理,確定了適用于近海大氣環境下的材料性能劣化模型。在此基礎上,根據解析易損性分析理論,建立近海大氣環境下RC框架結構時變地震易損性分析框架,并對時變易損性與損傷進行了評估。得到以下結論:

1)經過驗證,本文基于氯離子第二擴散規律及鋼筋銹蝕機理建立的鋼筋銹蝕概率模型,更適用于近海大氣環境且使多齡期RC框架結構地震易損性分析更加合理。

2)隨著服役齡期的增加,結構在不同損傷極限狀態下的易損性函數均值(mR)與標準差(βR)呈現一定程度的下降趨勢,表明結構的廣義抗震能力逐漸降低,忽略齡期的影響,可能會高估結構的抗震性能。

3)當地震動強度指標取值相同時,各損傷狀態結構在服役齡期內的地震易損性呈現出非線性增大趨勢。當地震動峰值加速度PGA=0.6g時,結構發生中等損傷狀態的第二個10 a的超越概率增長率大約是前10 a的1.75倍。

4)以易損性指數作為結構損傷指標時,按照我國規范設計的RC框架結構,在30 a服役齡期內能夠滿足我國“小震不壞、中震可修、大震不倒”三性能抗震設防水準。