我国选煤厂输煤皮带走廊由于跨度大, 且常年在动荷载作用下工作, 大多采用钢桁架承重结构体系^[1]。但由于选煤厂使用条件恶劣, 腐蚀性介质较多, 再加上使用期间维护不当, 建于20世纪80年代的输煤皮带走廊大多出现下弦及下弦节点腐蚀严重、承载力大幅度下降问题, 给生产造成严重的安全隐患^[2]。对于锈蚀严重的钢桁架传统加固方法一般采用增加截面面积的方法^[3], 这种方法需要对钢桁架进行卸荷, 施工周期长且影响工厂正常生产, 若采用焊接还存在安全隐患。为了解决上述问题, 本文通过理论分析及现场试验的方法, 提出了预应力钢绞线加固钢桁架方法, 并在平顶山天安煤业有限公司一矿选煤厂901输煤皮带走廊成功实施了预应力加固。该方法对下弦采用钢绞线进行预应力张拉, 张拉点设置在桁架两端, 目的是把承载能力下降的下弦杆件及部分腹杆受力转移到钢绞线上, 从而达到了在不影响生产的情况下加固钢桁架, 实践证明, 此方法费用低, 施工速度快。

　　 平顶山天安煤业股份有限公司一矿选煤厂901输煤皮带走廊位于平顶山中部矿区, 结构形式为单跨水平简支钢桁架结构, 内设连续皮带传输机, 长度31.2m。皮带走廊两端分别由混凝土框架转运站及混凝土柱牛腿支承, 并横跨一矿选煤厂运煤铁路。皮带走廊中间为输煤皮带, 两侧为人行道, 皮带走廊外观及内景见图1。

　　 皮带走廊的钢桁架采用双角钢相并杆件, 整体为一端滚动支座、一端固定支座的简支结构。走廊屋面采用木质板, 上铺轻质彩钢板, 墙体采用20mm厚木质墙板及玻璃钢窗, 外贴彩钢板, 楼板及屋面板采用200号 (现为C18) 预制钢筋混凝土槽形板。钢结构材料采用普通碳素A3号钢 (现为Q235钢材) , 允许应力为170MPa, 焊条采用T420型焊条, 钢结构采用红丹打底, 刷灰色铅油两道防腐。

　　 该工程建于20世纪80年代, 从投入使用到现在已有30多年历史, 由于受矿区气候和工作潮湿条件的影响, 长期处于不利工作环境中, 腐蚀情况日渐严重, 结构安全性降低。为保证整个选煤厂生产系统的安全, 对该输煤皮带走廊钢桁架进行了结构安全检测及加固处理。

　　 一矿选煤厂901输煤皮带走廊为两个结构及尺寸完全相同的钢桁架组成, 上弦采用2L125×14双角钢杆件, 下弦采用2L110×8双角钢杆件。桁架中间利用水平支撑及横梁相连, 桁架为平行弦桁架, 中间加人字形腹杆及竖杆。根据两端支撑情况, 其可简化为一平面桁架进行承载力计算, 计算简图及节点编号见图2。

　　 经现场检测, 该皮带走廊常年煤泥堆积在楼板上, 部分地方还有积水, 由于煤泥中含有腐蚀性介质, 对桁架下弦、下弦节点及钢支座造成严重腐蚀。通过现场检测^[4], 部分下弦及下弦节点已锈蚀严重, 剩余厚度为原构件厚度的80%左右, 已较危险;固定端的钢支座加劲肋厚度剩余5mm, 仅为原设计厚度的30%左右, 且厚度已不满足钢结构构造要求^[5]。根据《工业建筑可靠性鉴定标准》 (GB50144—2008) ^[6], 对于该桁架承载力验算, 主要进行了腐蚀后杆件承载力验算、支座腐蚀后承载力验算、节点板腐蚀后验算及焊缝承载力验算。根据计算结果可知, 其承载力严重不足, 已达不到原设计要求, 综合评定可靠性等级为四级。

　　 根据现场检测结果及承载力验算, 固定端钢支座因严重锈蚀, 承载力明显不足, 已十分危险, 采用除锈后钢筋混凝土封填加固方法;对于桁架采用整体钢绞线预应力张拉加固方案;部分锈蚀严重的节点板采用扩大截面法加固。

　　 钢桁架加固示意如图3所示。在图3中, Z1节点为预应力钢绞线的锚固点, Z8节点为钢绞线张拉点, 在下弦节点X5, X9设置钢绞线张拉转向器。为增加桁架两端刚度及承载力, 在桁架两端各两个区格增加斜杆, 形成刚度较大的体系, 具体如下:左端增加杆件为S1Z2, Z2X2, X2Z4, Z4S3;右端增加杆件为S11Z5, Z5X12, X12Z7, Z7S13。为提高锚固点及张拉点承载能力, 增加Z1, Z2, Z3, Z4节点之间的水平杆件和Z5, Z6, Z7, Z8节点之间的水平杆件。

　　 通过计算, 钢桁架下弦在永久荷载作用下轴力为245k N, 在内力组合设计值作用下轴力为612k N。为减轻下弦杆在使用过程中受力, 张拉力定为平衡恒载标准值作用下的下弦杆件受力, 并在张拉过程中保证钢桁架安全, 同时考虑到后期使用过程中预应力损失, 每榀桁架张拉预应力定为300k N。经验算复核, 钢桁架既有杆件及新增杆件均满足现行钢结构规范^[5]要求, 设计合理安全。

　　 按设防烈度7度计算, 时程分析所用峰值加速度为55cm/s²。采用ANSYS软件进行分析, 桁架采用Beam188单元, 预应力钢绞线采用Link8单元, 预拉力为300k N, 采用初应变法, 地震波采用天津波。根据设计图纸建立有限元模型, 钢桁架水平纵向为X轴, 水平横向为Z轴, 竖向为Y轴。加固前、后有限元模型见图4。

　　 进行时程分析时, 地震加速度最大峰值调整与设防烈度相对应, 记录时间长度都取为19.20s, 时间间隔0.01s, 如图5所示。根据桁架结构特点, 选取四分点的跨中及左侧位置节点进行分析, 数据点选取位置如图6所示。

　　 在桁架地震响应计算过程中, 按照相应规范施加荷载, 在X向、Y向、Z向输入天津波, 进行抗震计算。桁架有限元模型地震响应计算结果如图7所示。

　　 由图7 (a) 可知, 在桁架跨中位置, 加固前桁架有限元模型数据点2的水平横向位移的最大值为-7.0mm, 发生在8.33s时刻;加固后桁架有限元模型数据点2的水平横向位移的最大值为-5.7mm, 发生在8.15s时刻。

　　 由图7 (b) 可知, 在桁架四分点左侧位置, 加固前桁架有限元模型数据点1的水平横向位移的最大值为-4.8mm, 发生在8.34s时刻;加固后桁架有限元模型数据点1的水平横向位移的最大值为-4.4mm, 发生在8.14s时刻。

　　 由图7 (c) 可知, 在桁架跨中位置, 加固前桁架有限元模型数据点2的竖向位移的最大值为-24.6mm, 发生在8.31s时刻;加固后桁架有限元模型数据点2的竖向位移的最大值为-19.8mm, 发生在8.12s时刻。

　　 由图7 (d) 可知, 在桁架四分点左侧位置, 加固前桁架有限元模型数据点1的竖向位移的最大值为-11.3mm, 发生在8.35s时刻;加固后桁架有限元模型数据点1的竖向位移的最大值为-10.2mm, 发生在8.13s时刻。

　　 由以上计算结果可知, 在地震作用下, 采用预应力钢绞线加固前和加固后桁架的竖向位移都明显大于水平横向位移, 采用预应力钢绞线加固后桁架的水平横向位移和竖向位移都明显小于加固前桁架的地震响应, 说明通过该方法加固桁架可以较好地降低地震对桁架的破坏作用。

　　 预应力钢绞线采用桁架右侧端竖杆Z1节点锚固、左侧端竖杆Z8节点处张拉方案, 总张拉值设定为300k N, 采用分级加载方式, 每级张拉荷载50k N, 共进行6级张拉, 每张拉一级荷载保持5min, 随后再张拉下一级荷载。在张拉过程中, 采用电阻应变仪监测杆件应力变化, 如图8所示。

　　 测量张拉过程中杆件的应力变化时, 主要测试上弦杆件S6S7和S7S8、下弦杆件X6X7和X7X8、斜腹杆X3S4和S10X11及新增杆件Z1Z2和Z7Z8等;同时, 利用激光测距仪监测钢桁架跨中X7节点变形。

　　 对钢桁架采用预定方案进行分级张拉, 根据应变试验测试结果, 得出杆件轴力随预应力变化的关系, 见图9 (正值为拉力, 负值为压力, 图10同) ;根据桁架挠度测试结果, 得出桁架挠度与预应力变化的关系, 见图10。

　　 由图9可知, 随着张拉力增加, 下弦杆X6X7产生压力, 该压力与张拉力同步增大, 其增幅与张拉力几乎相等, 说明采用预应力张拉有效地减小了受拉下弦杆受力, 并有效地把下弦受力转移到新增的预应力钢绞线上;上弦杆件S6S7及斜腹杆X3S4随着钢绞线预应力增加, 杆件出现较小的拉力增幅, 由于上弦杆S6S7及斜腹杆X3S4主要承受压力, 故预应力的施加, 减小了杆件的受力;新增杆件Z1Z2主要通过Z1节点把钢绞线张拉力传递到桁架中, 其受力方向与钢绞线之间的角度较小, 随着张拉力增大, 其所受压力逐渐增大, 数值与张拉力几乎相等。

　　 由图10可知, 随着预拉力增加, 钢桁架跨中挠度减小近14mm, 说明张拉效果明显。最后通过测量, 还有5mm反拱, 对钢桁架后期使用带来了较好效果。

　　 通过以上现场试验及分析可知, 采用预应力张拉加固钢桁架后, 现场试验结果与理论计算结果吻合较好, 通过张拉预应力钢绞线降低了主要构件的受力, 同时还减小了跨中挠度, 对加固后钢桁架正常工作起到了良好的作用。

　　 通过对腐蚀后钢桁架的检测、加固及分析, 采用预应力加固钢桁架具有明显的效果, 具体如下:

　　 (1) 通过理论分析及现场试验, 钢桁架下弦杆张拉预应力加固可以把受损下弦杆件及部分腹杆所受的力转移到预应力钢绞线上, 以达到对原桁架杆件卸载的作用。

　　 (2) 通过有限元分析, 采用钢绞线预应力加固, 增大了钢桁架的刚度, 减小了后期使用过程中的变形, 且提高了其抗震性能, 增强了抵抗灾害的能力。

　　 (3) 采用预应力钢绞线加固钢桁架具有不影响生产, 加固过程安全、施工方便, 且综合经济效益好的特点, 对于选煤厂类似的受损皮带走廊钢桁架, 均可采用此加固方法进行加固处理。