第10期 宋波等:风电塔非线性地震动力响应规律与极限值评价 1387· 1.6 图10,塔筒结构在不同强度的日向滩冲地震动作用 1.4 -220cms2 -310cms2 下的应力响应包络线和平均应力响应包络线,塔筒 1.2 -400 cm-s2 结构在高度方向上主要存在三处薄弱环节.其中距 1.0 1000m82 …最大允许位移 离地面塔体高度67.5%位置应力始终处于最大,随 “408Cm2 0.8 着地震动峰值加速度的增大,该部位首先进入塑性 0.6 阶段:而且随着峰值加速度的增大,应力从最大值 0.4 范围逐渐扩散,但未形成新的薄弱部位.危险部位 0.2 与图7曲率分析结果相同.以截面压边应力达到钢 0 10 20 30 40 50 材屈服强度345MPa为塑性极限状态的临界点,通 高度/m 过差值法估算和数值模拟试算得出该50.41m的风 电塔在日向滩冲地震动作用下的极限峰值加速度为 图8不同强度的三种地震动作用下塔体结构位移响应平均 634cms-2,考虑平均动力响应时的临界峰值加速 值以及正常使用极限状态临界值 度为624cms-2.表明板块边界型地震动对风电塔 Fig.8 Average dynamic displacement response and critical 这种高耸柔性结构的塑性极限状态极限值起着控制 values under serviceable limit state of the tower under differ- 作用.然后判断塔筒结构薄弱环节还可以从截面弯 ent ground motions 矩的角度考虑,如图9(b)所示.同样以截面压边 进入塑性阶段值得探讨,可以为结构塑性开展、防 应力达到钢材屈服强度345Pa为塑性极限状态 倒塌的研究提供依据.考虑结构某一部位应力值达 的临界点,计算出高度方向上的受压截面的压边应 到材料屈服强度为该结构的塑性极限状态,即在本 力达到屈服强度时所需的弯矩,再与不同强度地震 风电塔研究中选用截面压边首先屈服的弯矩和边缘 动作用下的截面弯矩对比.从图9(b)可以看出,随 应力来评价.由于时程分析结果为三组地震动动力 着地震动强度的增大,距离地面塔体高度67.5%位 响应结果的均值,而板块边界型地震动(Type)对 置首先达到截面压边屈服弯矩,即首先进入塑性阶 结构响应均值有较大影响,因此增加日向滩冲地震 段,与应力分析结果相同。综合图9和图10所示结 动作用下结构局部达到屈服应力时的峰值为一个控 果可以看出,400cms-2日向滩冲地震动作用下,结 制点.不同峰值加速度在日向滩冲地震动作用下, 构截面弯矩远小于截面压边屈服弯矩,最大应力也 结构动力响应的最大截面弯矩与理论计算得出的截 远小于钢材屈服应力,表明塔筒结构在7度罕遇、7 面压边达到屈服应力的弯矩对比图、截面边缘最大 度罕遇并考虑山地放大作用和8度罕遇地震作用下 应力包络线与所用钢材屈服应力对比图如图9所 都处于弹性范围内变化,未发生塑性变形,具有良 示.再绘制三种地震动作用下结构沿高度方向的最 好的抗震性能. 大应力平均值沿高度方向的变化曲线,与塔筒截面 3.3残余位移条件控制极限值评价 压边屈服弯矩对比,如图10所示.首先可以从应力 结构进入塑性形变阶段后,结构会产生塑性变 的角度判断塔筒结构薄弱部位.综合考察图9(a)和 形,由于地震动的加载与卸载,塑性变形累积产生 7×10 1×10 ·-220cms2 (a) 9×10 ·220cm82 (b) 6×10 310cm-s2 40 cm-s 2 8×10 部 5×10 000ms2 钢材屈服应力 7×10P ·1000cms2 …截面压边屈服弯矩 4×10 634c四8 6×10 5×10㎡交 .634 cm-s 3×10 10 2×10 3×10 2x10 1×10 0 4×10#鞋进 10 0 2030 40 50 0 10 2030 40 50 高度/m 高度/m 图9 不同强度日向滩冲地震动控制下塔体动力响应应力()、弯矩(b)最大值以及极限状态临界值 Fig.9 Maximum dynamic stress(a),moment(b)responses and critical values under plastic limit state of the tower under different intensities of Hyuga ground motions第 10 期 宋 波等:风电塔非线性地震动力响应规律与极限值评价 1387 ·· 图 8 不同强度的三种地震动作用下塔体结构位移响应平均 值以及正常使用极限状态临界值 Fig.8 Average dynamic displacement response and critical values under serviceable limit state of the tower under different ground motions 进入塑性阶段值得探讨,可以为结构塑性开展、防 倒塌的研究提供依据. 考虑结构某一部位应力值达 到材料屈服强度为该结构的塑性极限状态,即在本 风电塔研究中选用截面压边首先屈服的弯矩和边缘 应力来评价. 由于时程分析结果为三组地震动动力 响应结果的均值,而板块边界型地震动 (Type I) 对 结构响应均值有较大影响,因此增加日向滩冲地震 动作用下结构局部达到屈服应力时的峰值为一个控 制点. 不同峰值加速度在日向滩冲地震动作用下, 结构动力响应的最大截面弯矩与理论计算得出的截 面压边达到屈服应力的弯矩对比图、截面边缘最大 应力包络线与所用钢材屈服应力对比图如图 9 所 示. 再绘制三种地震动作用下结构沿高度方向的最 大应力平均值沿高度方向的变化曲线,与塔筒截面 压边屈服弯矩对比,如图 10 所示. 首先可以从应力 的角度判断塔筒结构薄弱部位. 综合考察图 9(a) 和 图 10,塔筒结构在不同强度的日向滩冲地震动作用 下的应力响应包络线和平均应力响应包络线,塔筒 结构在高度方向上主要存在三处薄弱环节. 其中距 离地面塔体高度 67.5%位置应力始终处于最大,随 着地震动峰值加速度的增大,该部位首先进入塑性 阶段;而且随着峰值加速度的增大,应力从最大值 范围逐渐扩散,但未形成新的薄弱部位. 危险部位 与图 7 曲率分析结果相同. 以截面压边应力达到钢 材屈服强度 345 MPa 为塑性极限状态的临界点,通 过差值法估算和数值模拟试算得出该 50.41 m 的风 电塔在日向滩冲地震动作用下的极限峰值加速度为 634 cm·s −2,考虑平均动力响应时的临界峰值加速 度为 624 cm·s −2 . 表明板块边界型地震动对风电塔 这种高耸柔性结构的塑性极限状态极限值起着控制 作用. 然后判断塔筒结构薄弱环节还可以从截面弯 矩的角度考虑,如图 9(b) 所示. 同样以截面压边 应力达到钢材屈服强度 345 MPa 为塑性极限状态 的临界点,计算出高度方向上的受压截面的压边应 力达到屈服强度时所需的弯矩,再与不同强度地震 动作用下的截面弯矩对比. 从图 9(b) 可以看出,随 着地震动强度的增大,距离地面塔体高度 67.5 %位 置首先达到截面压边屈服弯矩,即首先进入塑性阶 段,与应力分析结果相同。综合图 9 和图 10 所示结 果可以看出,400 cm·s −2 日向滩冲地震动作用下,结 构截面弯矩远小于截面压边屈服弯矩,最大应力也 远小于钢材屈服应力,表明塔筒结构在 7 度罕遇、7 度罕遇并考虑山地放大作用和 8 度罕遇地震作用下 都处于弹性范围内变化,未发生塑性变形,具有良 好的抗震性能. 3.3 残余位移条件控制极限值评价 结构进入塑性形变阶段后,结构会产生塑性变 形,由于地震动的加载与卸载,塑性变形累积产生 图 9 不同强度日向滩冲地震动控制下塔体动力响应应力 (a)、弯矩 (b) 最大值以及极限状态临界值 Fig.9 Maximum dynamic stress (a), moment (b) responses and critical values under plastic limit state of the tower under different intensities of Hyuga ground motions