賈大衛(wèi), 吳子燕, 何 鄉(xiāng)
(西北工業(yè)大學 力學與土木建筑學院,西安 710129)
地震易損性定義為在不同強度的地震激勵下,結構超過給定性能極限狀態(tài)的概率。易損性分析是評價工程結構抗震性能的主要方法之一,也是應用最廣泛的方法。結構在地震激勵下的動力響應具有較強的不確定性,因此在傳統(tǒng)地震易損性研究中,基于概率理論的隨機模型得到了廣泛應用[1,2]。如Wang等[1]將橋梁結構的響應參數(shù)視為服從對數(shù)正態(tài)分布的隨機變量,通過極大似然估計法得到對數(shù)均值和標準差,建立了在不同強度地震下結構的概率地震需求模型,通過蒙特卡洛模擬法計算結構的破壞概率。Mosallam等[2]基于概率易損性理論,建立了鋼框架結構的易損性函數(shù)。
在傳統(tǒng)的地震易損性研究中,首先需要假定地震響應參數(shù)服從對數(shù)正態(tài)分布。但文獻[3]表明,這種假設只是一種近似假設,多數(shù)參數(shù)并不符合這一假定。且概率理論通常需要較多的樣本點,而在地震易損性研究中,非線性時程分析數(shù)據(jù)通常較為有限,因此該方法仍具有一定局限性。
為克服傳統(tǒng)模型的不足,本文將凸集模型應用于結構的地震易損性分析??紤]多種地震響應參數(shù),在不假設參數(shù)服從對數(shù)正態(tài)分布的基礎上,將地震響應視為凸集變量,建立一種基于凸集模型的結構地震多維易損性分析方法,并將該方法與傳統(tǒng)概率模型進行對比,論述本文方法的優(yōu)劣勢。
凸集模型強調(diào)的是不確定參數(shù)未知但有界這一屬性,在應用中僅需確定變量的邊界值,而不需要考慮變量的分布類型[4,5]??杀硎緸?/p>
X= [XL,XR]
(1)
Xw= (XR-XL)/2
(2)
X0= (XL+XR)/2
(3)
式中XR和XL分別為凸集變量取值的上下界,Xw為變量中值,X0為取值半徑。
在凸集模型中,常用的模型包括區(qū)間模型和橢球模型。
二維區(qū)間模型的數(shù)學表達式為
(4)
式中| ·|為絕對值符號。根據(jù)式(2),區(qū)間模型Xc可由標準空間內(nèi)的單位正方形εc通過矩陣變換得到,
(5)
二維橢球模型的幾何描述和相應的數(shù)學表達式如圖(2)和式(6)所示[7]。
(6)
式中ΩX為不確定變量的協(xié)方差矩陣的逆矩陣,r1和r2分別為橢球的長短半軸長,θ為姿態(tài)角,通過ΩX體現(xiàn)。Jiang等[7]指出,高維的橢球模型Xe同樣可由標準空間內(nèi)的單位圓εe通過矩陣變化得到。該轉(zhuǎn)換過程可表示為
(7)
在凸集模型中,獲得不確定變量的取值區(qū)間是開展不確定性分析的必要前提。本文采用平均信息熵理論對不確定變量的區(qū)間進行估計。
Shannon將物理學中熵的概念推廣到平均信息熵用來衡量變量的不確定性。平均信息熵的概念可以在離散和連續(xù)兩種情況下給出定義,本文采用離散信息熵用于衡量參數(shù)的取值區(qū)間,定義可表示為
(8)
圖2 橢球模型
式中p(i)為事件i發(fā)生的概率,因此有
(9)
對一組實際測得的數(shù)據(jù),若在真實值附近區(qū)間的測量值越多,則表明數(shù)據(jù)離散度越低。若有初始數(shù)據(jù)集為X= {x(1),x(2),…,x(n)},將集合中所有元素按從小到大的順序排列,可得到一個新的數(shù)據(jù)集X(1)= {x(1)(1),x(1)(2),…,x(1)(n)}。令
p(1)= [x(1)(n)-x(1)(1)]/n
(10)
從X(1)剔除x(1)(1)或x(1)(n),使得新的數(shù)據(jù)集中最大值和最小值之差變小,進而可得到新的數(shù)據(jù)集X(2)= {x(2)(1),x(2)(2),…x(2)(n-1)}。令
p(2)= [x(2)(n-1)-x(2)(1)]/(n-1)
(11)
重復上述過程,得到序列p(1),p(2),…,p(n -1)。當序列開始單調(diào)遞減時,說明剔除的數(shù)據(jù)已經(jīng)導致了數(shù)據(jù)序列變稀疏,剩余的數(shù)據(jù)點已經(jīng)足夠密集,可將包含這些數(shù)據(jù)的區(qū)間作為真實值的區(qū)間估計。
基于區(qū)間估計的基本思想,將初始數(shù)據(jù)進行排序后,定義rk為
(12)
式中F(x)為x的累積概率分布函數(shù),因此有0 (13) 聯(lián)立式(8,13),平均信息熵可表示為 (14) 熵值越大表明變量的離散程度越大,相應的拓展不確定變量定義為 Ue=eH(x)/2 (15) 則有限樣本條件下基于信息熵理論的變量區(qū)間估計值可表示為[8] (16) 多維易損性是綜合考慮多種地震響應參數(shù)達到給定性能極限狀態(tài)的概率,可表示為 PF=P(L>0 |IM) (17) 式中PF為結構的失效概率,IM為給定的地震動強度,本文采用地面峰值加速度PGA描述[6];L為多維性能極限狀態(tài)方程。孫鴻賓等[9]給出了L的表達式 (18) 式中R為地震響應參數(shù)EDP,rlim為性能極限狀態(tài)EDP的閾值,n為選取的工程需求參數(shù)的個數(shù),a為統(tǒng)計參數(shù)。當只考慮兩種地震響應參數(shù)時,可取其中一種EDP的a為1[1]。 由式(17,18)可知,多維易損性分析的實質(zhì),是在給定的地震強度下計算L>0的概率。本文將R視為凸集變量,劉驍驍?shù)萚10]將重要抽樣法與凸集模型結合,指出在凸集變量的可靠性分析中,可采用拉丁超立方抽樣法抽取均勻覆蓋在標準空間中的樣本點,并將這些樣本點映射到原始空間,建立基于重要抽樣法的凸集模型可靠性分析法。據(jù)此本文提出基于凸集模型的多維易損性分析流程。 (1) 通過增量動力分析法IDA,獲得結構在不同PGA下的響應。根據(jù)平均信息熵理論,分別在每個PGA水平下獲得R的區(qū)間估計。 (2) 通過拉丁超立方抽樣生成n個均勻覆蓋在凸集變量標準空間內(nèi)的樣本點,取n=104,并將這些樣本根據(jù)凸集變量類型利用式(5)或式(7)映射到原始凸集空間,得到多組凸集變量的樣本點,建立R的凸集模型。 (3) 將步驟(2)得到的凸集變量樣本點代入性能極限狀態(tài)方程中,統(tǒng)計使L>0的樣本點個數(shù)N,則破壞概率可表示為PF=N/n。 以SAP2000結構分析軟件為平臺,建立鋼筋混凝土框架結構,模型如圖3所示。 在整個模型中,混凝土樓板利用SAP2000的Shell單元模擬,梁和柱采用Beam單元模擬。結構的彈塑性行為主要表現(xiàn)在梁和柱上。在梁兩端設置M3鉸,在柱兩端設置P-M2-M3鉸,并考慮其拉伸強化效應P-Δ。 在基于性能的地震工程研究中,通常將結構的性能極限狀態(tài)劃分為多個等級。本文將多維性能極限狀態(tài)分為正常使用NO、可以使用IO、生命安全LF和防止倒塌CP四個等級,選擇最大層間位移角IDR和最大層加速度PFA衡量多維性能極限狀態(tài)。孫鴻賓等[9]給出了RC框架結構兩種EDP的取值,列入表1。 圖3 框架結構模型(單位:mm) 表1 性能極限狀態(tài)閾值 擬定該框架所處的場地土類別為II,設計基本地震動加速度為0.2 g;阻尼比取0.05,特征周期為0.35 s,震中距取20 km,利用條件均值反應譜作為目標反應譜[11],從Pacific Earthquake Engineering Research Center數(shù)據(jù)庫中擬合了30條地震波,反應譜如圖4所示。 利用IDA法,將所選30條地震波的PGA分別調(diào)幅至0.05 g~1.0 g,間隔取0.05 g,并分別加載到結構上進行彈塑性時程分析,每條地震波的加載方均為水平雙向,幅值比例為1 ∶ 1,根據(jù)第4節(jié)的步驟(1,2)建立R的橢球模型和區(qū)間模型。選擇離散情況下的平均信息熵作為結構響應區(qū)間估計的依據(jù)。以PGA=0.4 g為例,底層R的二維凸集模型如圖5所示。 圖4 地震波反應譜 圖5 地震響應凸集模型 選擇兩種EDP衡量性能極限狀態(tài),基于式(18)建立性能極限狀態(tài)方程,可表示為 L= (PFA/pfalim)+(IDR/idrlim)a-1 (19) 式中pfalim和idrlim分別為IDR和PFA的閾值。將表1的數(shù)值代入式(19)即可得到四種性能極限狀態(tài)下的極限狀態(tài)方程。取未知參數(shù)a=2,將 5.2節(jié)得到的凸集變量樣本點分別代入極限狀態(tài)方程中,計算破壞概率,將各個PGA下的結果進行擬合即可得到凸集模型下的易損性曲線。為對比凸集模型與概率模型的差異,采用概率模型進行對比計算。假定IDR和PFA服從二維對數(shù)正態(tài)分布[11],利用最大似然估計法得到對數(shù)均值和標準差,建立二維概率地震需求模型。以PGA=0.4 g為例,頂層的概率地震需求模型如圖6所示。 圖6 概率地震需求模型 當采用概率模型時,利用蒙特卡洛模擬法對式(19)進行失效概率的求解即可得到破壞概率。以底層和第二層為例,易損性曲線如圖7所示。 可以看出,凸集模型與概率模型的易損性曲線差異較大。在易損性曲線中存在一個拐點,當PGA小于該拐點處的PGA時,凸集模型的破壞概率大于概率模型,而當PGA大于該拐點處的PGA值時,概率模型的破壞概率高于凸集模型。如底層的NO性能極限狀態(tài),區(qū)間模型拐點處的PGA約為0.18 g,橢球模型的PGA約為0.17 g。徐強等[12]指出,在較大震級下結構響應通常超過規(guī)范的閾值,但并未達到相應的性能極限狀態(tài),在較小震級下的地震響應往往沒有達到閾值,但已發(fā)生相應程度的破壞。本文的計算結果印證了這個觀點。 圖7表明,在NO和IO兩種性能極限狀態(tài)下,區(qū)間模型得到的易損性曲線略高于橢球模型,而在LF和CP兩種性能極限狀態(tài)下,區(qū)間模型的易損性曲線略低于橢球模型,但兩種凸集模型的曲線差異并不顯著,在各個PGA下,四種性能極限狀態(tài)下破壞概率的差值均在0.05~0.1之間,因此凸集模型的類型對易損性的影響較小。 在本文的易損性分析中,取參數(shù)a=2。孫鴻賓等[9]指出,該參數(shù)反應了EDP性能極限狀態(tài)之間的相關性。a越大,則相關性越弱。因此本節(jié)討論a值對易損性曲線的影響。分別再取經(jīng)驗值a=1,5,10,15,在橢球模型和區(qū)間模型下分析易損性。以底層為例,易損性曲線如圖8和圖9所示。 從圖9可以看出,隨著a的增大,結構破壞概率變小。因此若不考慮性能極限狀態(tài)之間的相關性,會明顯高估結構的抗震能力。 圖7 易損性曲線 圖8 底層區(qū)間靈敏度 圖9 底層橢球靈敏度 本文建立了基于凸集模型的結構地震易損性分析方法,將地震響應視為凸集變量,通過平均信息熵理論得到區(qū)間估計值,分別建立了橢球模型和區(qū)間模型,得到了易損性曲線。結論如下。 (1) 與概率模型相比,當PGA較小時,凸集模型的破壞概率較大,而PGA較大時,凸集模型的破壞概率較小。該結論更符合已有研究成果。 (2) 橢球模型和凸集模型的易損性分析結果具有一定差異,但差距并不明顯,因此可以不考慮凸集類型不同對易損性的分析結果的差異。 (3) 在多維性能極限狀態(tài)方程中,不同EDP性能極限狀態(tài)之間的相關性不能忽略。4 基于凸集模型的多維易損性分析
5 算例分析
5.1 結構模型建立與性能極限狀態(tài)劃分
5.2 結構響應參數(shù)的凸集模型建立
5.3 易損性分析
5.4 參數(shù)靈敏度分析
6 總 結