塌陷地震作用下劣化洗煤廠皮帶棧橋安全性預測

丁 莎，劉 俊，范 力

（1.西安建筑科技大學土木工程學院，陜西 西安 710055；2.西安建筑科大工程技術有限公司，陜西 西安 710055）

0 引言

近年來，塌陷地震頻發(fā)，多數(shù)發(fā)生在煤礦采空區(qū)，雖然塌陷地震約占地震總數(shù)的 3 %，強度較低，但其震源較淺，造成的局部破壞和災害較為嚴重。高宇等［1］對陜西省榆林地區(qū)塌陷地震災害進行了統(tǒng)計分析，發(fā)現(xiàn)煤礦采空區(qū)的塌陷地震具有“頻發(fā)性、連發(fā)性、季發(fā)性”的特征；陜西數(shù)字地震臺網(wǎng)記錄了榆林地區(qū) 2004 年以來發(fā)生的塌陷地震。賀衛(wèi)中等［2］統(tǒng)計得出榆林神木煤礦采空區(qū)塌陷引起的地震多在 1.5～3.3 級范圍內(nèi)。荻秀玲等［3］統(tǒng)計發(fā)現(xiàn)神木礦區(qū)發(fā)生的最大塌陷地震震級為 4.2。塌陷地震對周邊建筑結(jié)構(gòu)的影響不容忽視。

洗煤廠皮帶棧橋主要作用是將存儲的煤塊運送至筒倉頂部，以進行下一步?jīng)_洗，是大型煤礦洗煤廠必要的運輸設備，其安全可靠的運行是保證煤礦正常生產(chǎn)的必要前提。皮帶棧橋結(jié)構(gòu)主要由三部分組成，分別是鋼筋混凝土支架、鋼結(jié)構(gòu)通廊，以及彩鋼夾芯板的圍護結(jié)構(gòu)［4］。由于棧橋經(jīng)常采用高壓水槍進行沖洗，墻角地面潮濕，隨服役齡期增加，棧橋通廊的鋼弦桿、腹桿及支撐等鋼構(gòu)件銹蝕嚴重；棧橋鋼筋混凝土支架柱銹脹開裂，個別位置鋼筋銹斷，混凝土酥松；圍護結(jié)構(gòu)破損。整體存在較為嚴重的安全隱患［5］。

目前，在對皮帶棧橋進行可靠性鑒定過程中，需對其承載力進行驗算，但是在建立數(shù)值模型過程中并沒有考慮由銹蝕引起的材料劣化，導致評估結(jié)果偏于不安全；另外，礦區(qū)塌陷地震對周圍既有建、構(gòu)筑物安全性影響的研究較少。因此，本文提出考慮材料劣化的皮帶棧橋數(shù)值模擬方法，采用人工合成地震波模擬塌陷地震，對一齡期為 30 年的皮帶棧橋進行數(shù)值分析，預測其安全性。

1 工程概況

1.1 結(jié)構(gòu)概況

對某洗煤廠皮帶棧橋的 B～4 軸區(qū)域進行了現(xiàn)場調(diào)查與檢測，如圖 1 所示。皮帶棧橋為高架式斜通廊。通廊鋼桁架截面尺寸如圖 2 所示，上、下弦布置如圖 3 和圖 4 所示。桁架下弦桿在每隔 3.000 m（2.700 m）間，在節(jié)點處設有橫向小桁架，以放置通廊底板。棧橋底板采用 130 mm 厚的預制鋼筋混凝土槽型板。棧橋的下部支架均為標號 200# 的混凝土；1、2、3、4 軸處均為雙肢框架柱，柱截面尺寸分別為 1 100 mm×700 mm、700 mm×700 mm、700 mm×700 mm、600 mm×600 mm，兩肢間分別設截面為 300 mm×700 mm、250 mm×650 mm、250 mm×650 mm、250 mm×650 mm 的矩形混凝土連梁。

圖1 棧橋剖面圖（單位：mm）

圖2 鋼桁架截面尺寸（單位：mm）

圖3 棧橋上弦支撐布置圖（單位：mm）

圖4 棧橋下弦支撐布置圖（單位：mm）

1.2 現(xiàn)場調(diào)查

對主要承重構(gòu)件進行了現(xiàn)場調(diào)查，情況如下所述。

1）鋼筋混凝土支架。皮帶棧橋由混凝土支架柱支撐，現(xiàn)場檢測發(fā)現(xiàn)支架柱、柱間橫梁均存在不同程度破損，如圖 5 所示。

圖5 支架柱柱頭銹脹開裂、箍筋銹斷

2）通廊上弦桿件以及桁架腹桿。該棧橋采用鋼桁架承重，現(xiàn)場檢測發(fā)現(xiàn)受生產(chǎn)環(huán)境影響，鋼構(gòu)件銹蝕較為嚴重。上弦桿件以及距棧橋室內(nèi)樓面 0.4 m 以上區(qū)域的腹桿均存在防銹漆脫落、普遍輕微銹蝕現(xiàn)象，可以忽略；但是距室內(nèi)樓面 0.4 m 范圍以內(nèi)，由于受礦粉附著、環(huán)境潮濕等因素影響，桿件和節(jié)點板出現(xiàn)較為普遍和嚴重的銹蝕現(xiàn)象，如圖 6 所示。

圖6 0.4 m 高度以下桁架腹桿銹蝕嚴重

3）通廊下弦桿件。桁架的下弦桿件存在普遍的銹蝕現(xiàn)象，防銹漆完全脫離，部分桿件出現(xiàn)較深銹坑，個別桿件出現(xiàn)較厚銹層，如圖 7 所示。

圖7 桁架下弦桿銹蝕嚴重

4）下弦桿間的橫向桁架。橫向桁架存在普遍銹蝕；桁架下支座和下弦系桿、下弦水平支撐存在較為嚴重的銹蝕，如圖 8 所示。

圖8 下弦間橫向桁架銹蝕嚴重

1.3 實測數(shù)據(jù)

1）混凝土強度。現(xiàn)場對柱等主要承重結(jié)構(gòu)構(gòu)件混凝土強度進行了測試。采用 HT225-A 型混凝土回彈儀，用回彈法評定混凝土強度，經(jīng)綜合測試：皮帶棧橋的支架柱混凝土強度推定值為 23.3 MPa。

2）鋼材強度。通廊鋼結(jié)構(gòu)部分鋼材型號為 A3F，相當于現(xiàn)在市面上 Q235 鋼材。采用 MH320 型里氏硬度計對鋼材強度進行評定，經(jīng)測試其屈服強度為 215 MPa。

3）鋼材銹蝕深度?，F(xiàn)場采用焊縫游標檢測尺對銹蝕桁架桿件銹蝕深度進行檢測，檢測結(jié)果為：鋼結(jié)構(gòu)桿件平均銹蝕深度在 1～2 mm。對銹蝕嚴重的部分桁架桿進行現(xiàn)場選樣、采樣與加固處理。采用 PS50 型三維非接觸式表面形貌儀對除銹后的鋼材樣本進行表面形貌測量，再通過 3D 分析軟件得到每個測區(qū)（每個測區(qū)大小為 50 mm×20 mm）的三維數(shù)據(jù)及三維形貌圖，可得到鋼材表面銹蝕深度的最大值和平均值。樣本 3D/2D 銹蝕表面輪廓圖如圖 9、圖 10 所示，平均銹蝕深度在 1～2 mm 間，最大銹蝕深度 2.3 mm，通過與樣本設計尺寸對比，銹蝕深度達 40 %。

圖9 樣本 3D 銹蝕表面輪廓圖

圖10 樣本 X-Y 面 2D 銹蝕表面輪廓圖

2 鋼筋銹蝕模型

對于皮帶棧橋通廊鋼結(jié)構(gòu)部分鋼材銹蝕深度可根據(jù)現(xiàn)場儀器檢測獲取，而對于混凝土支架部分，由于采用半電位法的鋼筋銹蝕儀無法準確測量構(gòu)件的鋼筋銹蝕率，且現(xiàn)場檢測過程中不容許對建筑物進行破損檢測，因此，本文采用目前已有的關于銹脹裂縫寬度與縱向受力鋼筋銹蝕率的關系間接計算得到鋼筋銹蝕率估算值，文獻［6］對目前關于銹脹裂縫寬度與銹蝕率的計算模型進行了評價，當銹脹裂縫寬度較小時，采用邸小壇等［7］提出的模型較為準確，如式（1）所示；當銹脹裂縫寬度較大時，則采用 Andrade［8］提出的模型更為準確，如式（2）所示。采用式（1）和式（2）計算鋼筋銹蝕率估算值如表 1 所示。

式中：η為鋼筋銹蝕率；d為鋼筋直徑，mm，查閱收集到的設計圖紙獲??；c為混凝土保護層厚度，mm，采用現(xiàn)場實測值（HC-GY71一體式鋼筋掃描儀）；fcu為混凝土立方體抗壓強度，MPa，采用現(xiàn)場回彈強度推定值；w為混凝土表面銹脹裂縫寬度，mm，采用現(xiàn)場實測值（ZBL-F130 裂縫寬度觀測儀）。

3 數(shù)值模型建立

洗煤廠皮帶棧橋在運行過程中，長期處于潮濕環(huán)境，導致棧橋通廊 0.4 m 范圍以下鋼構(gòu)件銹蝕較為嚴重，同時隨齡期增加鋼筋混凝土支架柱鋼筋發(fā)生銹蝕，保護層銹脹開裂。在對棧橋進行承載力驗算時，采用材料強度的原設計值會導致驗算結(jié)果不安全。因此，本文通過 3 D 掃描方法對鋼結(jié)構(gòu)通廊銹蝕嚴重部位的鋼材表面進行三維重建確定鋼材的平均銹蝕率；另外，基于銹脹裂縫寬度的鋼筋銹蝕模型確定支架柱縱筋和箍筋的銹蝕率。在數(shù)值模型建立的過程中對通廊鋼結(jié)構(gòu)部分截面進行折減，以及在對支架柱進行承載力驗算時需要考慮內(nèi)部鋼筋的銹蝕情況，具體銹蝕參數(shù)如表 1 所示。

表1 支架結(jié)構(gòu)柱、梁鋼筋銹蝕率計算

3.1 計算參數(shù)

該建筑物風、雪荷載分別取 0.65 kN/m2、0.20 kN/m2，抗震設防按 8 度（0.20g）、第一組驗算，地面粗糙度類別 B 類。根據(jù)原設計和現(xiàn)場調(diào)查結(jié)果：棧橋室內(nèi)恒荷載標準值為 3.25 kN/m2，活荷載標準值為 3.0 kN/m2；棧橋屋面恒載標準值取 0.25 kN/m2，屋面活荷載標準值為 0.50 kN/m2，屋面積灰荷載為 0.30 kN/m2；兩側(cè)圍護墻體恒荷載 3 kN/m（線荷載）。

3.2 棧橋模型

本文采用 SAP2000 軟件對其進行數(shù)值分析。選取 2～4 軸間空間桁架單元，所有桿件使用 2 節(jié)點梁單元，混凝土板及屋面維護使用四節(jié)點殼單元。運輸長廊前端與 B 軸處的混凝土筒倉按照固定鉸支座考慮，支墩混凝土柱下部采用固定端約束。地震作用采用振型分解反應譜法，計算振型 30 個，計算模型三維圖如圖 11 所示，結(jié)構(gòu)前三階振型如圖 12 所示。

圖11 棧橋數(shù)值模型

圖12 前三階振型圖

3.3 承載力驗算結(jié)果

依據(jù) GB 50583-2010《選煤廠建筑結(jié)構(gòu)設計規(guī)范》風荷載組合系數(shù)取 0.85。強度計算考慮 5 種工況組合如下：①1.2 恒荷載+1.4 活荷載；②1.35 恒荷載+1.4×0.9 活荷載；③1.2 恒荷載+1.4 活荷載+1.4×0.85 風荷載；④1.35 恒荷載+1.4×0.9 活荷載+1.4×0.85 風荷載；⑤1.2（恒荷載+0.5 活荷載）+1.3 地震作用。

其中：①與②組合工況為恒載活載組合工況，③與④為加入風荷載的組合工況，⑤為加入地震作用的組合工況。

3.3.1 通廊鋼結(jié)構(gòu)

由于該棧橋主要以兩側(cè)的矩形桁架梁為受力體系，因此僅提取模型中的兩側(cè)豎向桁架梁和底部橫向梯形小桁架進行強度校核。

1）正常使用狀態(tài)下應力校核（①、②組合工況下包絡值輸出）。在正常使用狀態(tài)下，因兩側(cè)桁架梁為對稱設置，提取其中一側(cè)桁架的應力比如圖 13 所示；底部的橫向小桁架應力比如圖 14 所示。由圖可知：腹桿應力比較大，最大處應力為 0.955；橫向小桁架的下弦桿應力比較大，最大值為 0.977。因此，在正常使用狀態(tài)下，桁架的桿件應力均處于安全范圍之內(nèi)。但是部分桿件安全儲備較低。

圖13 豎向桁架梁應力圖

圖14 底部橫向小桁架應力圖

2）風荷載參與下應力校核（③、④組合工況下包絡值輸出）。在風荷載參與作用下，提取其中一側(cè)桁架的應力比如圖 15 所示；底部的橫向小桁架應力比如圖 16 所示。由圖可知：部分腹桿應力比較大，有 2 根腹桿的應力大于 1.0；底部橫向小桁架應力均小于 1.0；因此，在考慮風荷載組合作用下，部分腹桿的應力處于不安全狀態(tài)。

圖15 豎向桁架梁應力圖

圖16 底部橫向小桁架應力圖

3）地震作用參與下應力校核（⑤組合工況下包絡值輸出）。在地震作用參與下，提取其中一側(cè)桁架的應力比如圖 17 所示；底部的橫向小桁架應力比如圖 18 所示。由圖可知：腹桿應力比均小于 1.0；底部橫向小桁架應力均小于 1.0；因此，在考慮地震作用下，兩端腹桿應力處于安全狀態(tài)。

圖17 豎向桁架梁應力圖

圖18 底部橫向小桁架應力圖

3.3.2 鋼筋混凝土支架柱

根據(jù)鋼筋混凝土支架柱實測混凝土強度、尺寸及現(xiàn)有荷載條件，考慮 a、b、c 三種工況進行承載能力驗算，可得結(jié)構(gòu)構(gòu)件的作用效應S。根據(jù)鋼筋混凝土支架柱實配鋼筋根數(shù)、間距、考慮鋼筋銹蝕后的鋼筋直徑，可得結(jié)構(gòu)構(gòu)件的抗力效應R。結(jié)構(gòu)構(gòu)件的承載能力驗算結(jié)果用R/（γ0·S）的比值表示，γ0表示結(jié)構(gòu)構(gòu)件的重要性系數(shù)，本結(jié)構(gòu)取 1.0。根據(jù)計算可知，3 種工況下，鋼筋混凝土支架柱R/（γ0·S）接近 1.0，構(gòu)件基本滿足安全使用要求，但構(gòu)件安全儲備較低。

4 塌陷地震作用下劣化洗煤廠皮帶棧橋安全性預測

4.1 人工合成地震波模擬塌陷地震

洗煤廠皮帶棧橋抗震設計主要是基于振型分解反應譜方法，對于跨度較小的棧橋結(jié)構(gòu)并未進行彈塑性時程分析，而且未考慮塌陷地震對其性能的影響。由于塌陷地震與構(gòu)造地震不同，按正常設防標準下設計的劣化棧橋在塌陷地震作用下是否安全有待進一步驗證，因此，很有必要對塌陷地震作用下劣化洗煤廠皮帶棧橋的安全性進行研究。塌陷地震由于其震級較小，震中位置較為偏遠，已有地震記錄有限，因此，采用人工合成地震波的方法模擬塌陷地震對一劣化棧橋進行數(shù)值分析。

尚彥軍等［9］對發(fā)生在中國 6 個不同地區(qū)塌陷地震進行對比分析，發(fā)現(xiàn)塌陷地震體波主要以S波為主，波形簡單、規(guī)則，周期偏大，高頻成分較少；面波具有頻散特性，周期也偏大；塌陷地震振幅衰減快，地震波持續(xù)時間較短，震級較?。凰莸卣鹫w波形較為光滑。采用 SeismoArtif 軟件進行人工波的合成，利用“同步加速度圖與頻域修正”算法按照預定義的場地等條件生成初始加速度記錄，通過傅里葉變換在頻域下進行調(diào)幅。經(jīng)對比發(fā)現(xiàn)，塌陷地震與遠場地震記錄頻譜特性相似［10］，以設置 II 類場地圖對應剪切波速以及 7 級矩震級等參數(shù)擬合的地震波加速時程如圖 19 所示，持時長 25.565 s，峰值加速度為 0.421g。人工擬合地震波加速度反應譜如圖 20 所示。

圖19 人工擬合地震波加速度時程

圖20 人工擬合地震波加速度反應譜

4.2 時程分析結(jié)果

數(shù)次塌陷地震震害表明，塌陷地震對震中區(qū)域附近建、構(gòu)筑物影響較大，地震烈度約為 6 度或 7 度，因此，本文按照 GB 50011-2010《建筑抗震設計規(guī)范》（2016 年版）［11］罕遇地震 6 度和 7 度時程分析所用地震加速度時程的最大值 125 cm/s2和 220 cm/s2，對 4.1 節(jié)人工擬合地震波加速度幅值進行調(diào)整，然后對第 3 節(jié)所建立數(shù)值模型進行地震作用下的響應分析。

4.2.1 位移響應分析

分別在結(jié)構(gòu)縱向和橫向輸入峰值加速度為 125 cm/s2和 220 cm/s2的地震波，經(jīng)后處理得到結(jié)構(gòu)水平縱向柱頂位移分別為 23 mm 和 38 mm，層間位移角為 1/766 和 1/463；水平橫向柱頂位移分別為 63 mm 和 98 mm，層間位移角為 1/279 和 1/179。均小于 GB 50011-2010《建筑抗震設計規(guī)范》（2016 年版）規(guī)定的彈塑性層間位移角限值要求。

4.2.2 內(nèi)力反應分析

提取縱向和橫向地震作用下鋼結(jié)構(gòu)通廊桿件的應力圖，經(jīng)對比分析發(fā)現(xiàn)，峰值加速度為 125 cm/s2和 220 cm/s2的地震波作用下鋼通廊兩側(cè)豎向桁架和底部橫向梯形小桁架桿件的應力比均小于 1；鋼筋混凝土支架柱的彎矩和剪力均不大于考慮鋼筋銹蝕的截面承載力。

綜上所述，在人工擬合塌陷地震波作用下，劣化棧橋整體變形較大，但未超過規(guī)范限值要求，在鋼通廊和混凝土支柱有可靠連接的前提下整體結(jié)構(gòu)不會發(fā)生倒塌；鋼通廊桁架桿應力比均小于 1，鋼筋混凝土支架柱承載力滿足要求。以上結(jié)論與第 3 節(jié)反應譜計算結(jié)果基本保持一致，因此本文可以間接證明劣化棧橋結(jié)構(gòu)在滿足正常設防烈度下的承載力驗算可以保證其在塌陷地震作用下結(jié)構(gòu)不發(fā)生倒塌。

5 結(jié)論

1）對某洗煤廠皮帶棧橋進行現(xiàn)場調(diào)查，發(fā)現(xiàn)棧橋鋼結(jié)構(gòu)通廊 0.4 m 范圍以下鋼桁架梁斜腹桿、橫向小桁架和下弦桿銹蝕嚴重；鋼筋混凝土支架柱局部銹脹開裂。

2）采用回彈法對棧橋支架部分混凝土強度進行推定，其值為 23.3 MPa；采用 MH320 型里氏硬度計對通廊鋼材強度進行評定，經(jīng)測試其屈服強度為 215 MPa。

3）采用 3D 掃描技術對銹蝕鋼材表面形貌進行重建，確定鋼桁架梁斜腹桿、橫向小桁架以及下弦桿平均銹蝕深度，平均銹蝕深度在 1～2 mm 間，最大銹蝕深度 2.3 mm，通過與樣本設計尺寸對比，銹蝕深度達 40 %。

4）采用 SAP2000 軟件考慮銹蝕構(gòu)件截面損失對棧橋結(jié)構(gòu)進行了承載力驗算。結(jié)果表面，在不同荷載工況下，銹蝕棧橋結(jié)構(gòu)部分桿件安全儲備較低。

5）采用 SeismoArtif 軟件擬合人工波模擬塌陷地震作用對劣化棧橋進行時程分析，結(jié)果表明在滿足正常設防烈度下的承載力驗算可以保證劣化棧橋在塌陷地震作用下結(jié)構(gòu)不發(fā)生倒塌。Q