海上風力塔架結構模型振動臺試驗研究

申民宇，祝 磊，賈軍波，李愛群

(1.北京未來城市設計高精尖創新中心，北京建筑大學土木與交通工程學院，北京 100044；2.北京建筑大學工程結構與新材料北京市高等學校工程研究中心，北京 100044；3.北京建筑大學北京市建筑結構與環境修復功能材料 重點實驗室，北京 100044；4.北京建筑大學大型多功能振動臺陣實驗室，北京 100044)

當前正處于由傳統能源結構向可持續新型能源結構的轉型階段，加快風能的開發利用，特別是海上風電[1-3]，對改善環境、調整能源結構有重要意義。隨著風電機組單機容量趨于大型化，以及研發水平和制造技術的不斷完善，風電場建設成本逐漸降低，近海海域風電場的大規模建設將是未來風電產業的發展趨勢[4]。風力發電塔架結構的安全性就成為重中之重，此結構屬于單管鋼薄壁結構[5]，塔筒較細長，頂部質量較大，這是導致風電塔結構在強震下一旦出現局部屈服很容易造成結構倒塌的主要原因。如1986 年North Palm Springs 地震中數臺塔筒筒壁屈曲，進而造成扇葉破壞。而且在很多地震烈度較大的近海地區，與風和波浪荷載相比，地震動荷載造成的結構響應更大，成為發電塔結構和基礎設計的控制荷載[6]。因此風電塔架在強震作用下的動力響應值得深入研究。

目前已有很多專家學者對風力發電塔結構地震響應進行過研究[7-8]。Bazeos 等[9]采用改進前人的質量-阻尼-彈簧模型將塔體分為3 段，每段采用相同尺寸建模，對風力發電高塔系統進行了地震動力時程分析；熊康平等[10]主要從風力發電塔應力及地震響應2 個方面分析研究了SSI 效應對風力發電塔架地震響應的影響；畢繼紅等[11]應用有限元軟件FINAL，研究不同結構參數的風力發電塔在地震作用下的地震響應，并比較它們之間的差異；任洪鵬等[12]對一種預應力鋼筋混凝土塔架建立了結構計算模型，采用實測地震波對其進行了有限元仿真計算，并完成地震響應分析。楊鋒[13]對我國近海風機基礎結構型式進行了探討，開展了風機基礎—塔架動力響應分析與基礎結構優化方法研究，并進行了基礎—塔架結構在風、浪、地震等動荷載作用下的響應分析。

然而目前還未有人對本文試驗研究中提出的三腳架結構進行過振動臺試驗。所以本文采用對風力發電塔架模型進行地震模擬振動臺試驗的方法對結構進行地震反應研究，同時進行有限元模擬[14-15]。在試驗之前對風力發電塔架的各種基礎形式進行比對研究，單樁基礎最經濟，對環境的傷害最小，但是除了直接成本還要綜合考慮到其他目標，例如深度兼容性、最大位移和耐久性等因素[16-17]。然而相對于單樁基礎，三腳架基礎在環境荷載下的動力特性表現更為優越[18]，所以綜合以上所有因素得到的結論是風力發電塔三腳架基礎的研究意義更大，最終選取三腳架結構作為本次試驗的研究對象。鑒于之前還沒有過用振動臺試驗的方法研究此種結構的實例，所以本研究具有開創意義。

因為實際工程中下部樁基礎位于土壤中，所以本試驗模型在下部樁基礎距離樁基底面1.3 m 高度處設置支護結構，用于模擬土壤對樁基礎的作用[19-21]。并且在試驗工況中增加去掉支護的情況，用于研究土壤對樁基礎作用失效前后的影響，從而研究對整體結構的影響。

1 模型振動臺試驗

1.1 模型設計、制作

海洋風力發電三腳架支撐結構初始設計及結構尺寸如圖1 所示，由于振動臺的最大尺寸限制為水平方向5 m，豎直方向30 m，并且出于對經濟性的考慮，模型尺寸采用1∶20 的縮尺比例。但由于初始設計中100 m 高塔筒的縮尺模型中最上兩段的壁厚過小，厚度僅1 mm，直徑0.35 m，而且上部要承載一個2 t 左右的縮尺模型機頭，故決定去掉上部塔筒，重新設計成一個海洋風力發電三腳架結構。此三腳架結構包括上部1 個鋼結構塔筒、下部3 個鋼結構樁基礎以及連接這兩者的支撐和腿結構。

圖1 三腳架結構初始設計圖Fig.1 Initial design drawing of tripod structure

振動臺縮尺模型省略風機葉片，改用頂部質量塊代替，質量塊重3.75 t，并且在質量塊外外包一個1.5 m×1.0 m×1.5 m 輕鐵箱，作為海洋風力發電塔上部模塊的外框架，此構件僅作為形象展示，并不貢獻剛度。其他主要組成部分包括塔筒、支撐、樁基礎、基礎支護和底板，模型材料采用和原型設計一樣的鋼材，名義屈服強度為235 MPa，密度為7850 kg/m3。構件之間連接所有節點均采用穿透焊接，頂部質量塊采用鑄鐵塊和塔筒焊接，保證各節點焊縫強度大于構件本身。模型結構底板尺寸為1 m×1 m×0.01 m，模型與振動臺的固定方式采用螺栓連接。模型結構試驗過程中的照片見圖2。

圖2 模型結構試驗照片Fig.2 Model structure test photograph

本振動臺試驗模型設計采用1∶20 縮尺，縮尺后模型構件尺寸根據彎曲剛度等效(縮尺比例：0.000 006 25)和截面面積等效(縮尺比例：0.0025)雙重等效設計，具體設計中的相似性問題可以參照論文[22]中鋼結構模型設計方法，所有相似關系見表1。

表1 模型相似系數Table 1 Model similarity coefficient

1.2 輸入地震波

根據場地特征周期Tg，從PEER 地震數據庫中選擇3 條經典地震波作為振動臺的激勵輸入，分別為Kobe 波、Taft 波和San Fernando 波。選擇地震動擬合加速度反應譜[23]結果如圖3 所示。本文試驗針對切除工況和極端工況，根據海洋工程中的相關規范，加速度峰值取0.3g、0.6g和0.9g作為本次試驗的3 個水準，并且考慮模型的加速度相似常數，最終加速度峰值仍然分別取0.3g、0.6g和0.9g進行試驗。

圖3 加速度反應譜Fig.3 Acceleration response spectrum

試驗時根據模型所要求的動力相似關系對原型地震記錄做修正后，作為模擬地震振動臺的臺面輸入。分別進行不同加速度峰值下X、Y向單向時程輸入和X、Y、Z三向時程同時輸入試驗，地震波持續時間按相似關系壓縮為原地震波的1/4.47。試驗加載工況按照峰值加速度0.3g、0.6g和0.9g的順序分3 個階段對模型結構進行模擬地震試驗。在不同水準地震波輸入前后，對模型進行白噪聲掃頻，測量結構的自振頻率等動力特征參數。在進行每個階段的試驗時，由臺面依次輸入Kobe 波、Taft 波和San Fernando 波。試驗過程中采集模型結構在不同水準地震作用下不同部位的加速度和應變數據，然后根據采集的數據，分析結構的地震反應[24]。圖4 為試驗原始輸入和臺面記錄到的Taft 波峰值加速度為0.3g時X向、Y向和Z向的加速度時程曲線。

圖4 中所示的兩條地震波時程雖然同為Taft波，但是由于振動臺自身的誤差，導致數值略有差距，其中X向峰值加速度誤差為5.63%，Y向峰值加速度誤差為5.10%，Z向峰值加速度誤差為7.47%，可以看到原始輸入和臺面實測的Taft 波時程峰值加速度誤差3 向都在5%左右，另外兩條地震波的誤差也均在5%～10%。若要減小試驗結果與有限元模擬結果的誤差，應盡可能地真實模擬振動臺試驗，故數值模擬采用的地震時程是振動臺臺面實測得到的地震時程。

圖4 Taft 波加速度時程Fig.4 Taft wave acceleration time history

1.3 量測方案

本次試驗需要在測點上布置加速度傳感器和應變片用于測量模型結構的動力特性、地震反應以及受力情況。為了解模型結構在X、Y、Z三個方向上的地震反應情況，本試驗使用4 個三向記錄的加速度傳感器，沿高度均勻布置在塔筒上，塔筒總共4 m，從下到上分別在塔筒的0 m、2 m、3 m 和4 m 位置處布置加速度傳感器。應變片總共使用4 個，同樣沿高度均勻布置在塔筒上，從下到上分別在塔筒的0 m、2 m、3 m 和3.5 m 處布置應變片，應變片選擇三軸45°應變花，型號為120-3CA。因為本試驗想重點研究結構中上部塔筒的動力反應情況，所以全部測點都重點布置在塔筒上。測點具體位置及編號見圖5，此布置圖中省略了支護。

圖5 測點布置圖Fig.5 Arrangement of measuring points

在加速度峰值為0.3g和0.6g時，分別按三條地震波對模型結構進行X向、Y向和Z向單向輸入，然后進行X、Y、Z三向同時輸入，三向輸入時加速度峰值按1∶0.85∶0.65 的比例進行調整。在加速度峰值為0.9g時，同樣對模型結構進行單向和三向輸入，但為保證試驗安全進行，只對Kobe 波和Taft 波兩條波形進行試驗。

2 試驗結果及分析

2.1 結構的動力特性

試驗過程中，在不同水準地震作用前后都要對模型結構輸入加速度峰值0.05g、頻帶寬0.1 Hz～40 Hz 的白噪聲，來確定結構自身的動力特性。利用MATLAB 軟件對試驗得到的加速度時程曲線進行快速傅里葉變換(FFT)求解頻率，得到震前一階的頻譜圖如圖6 所示，橫坐標為頻率，幅值最大點對應的頻率為自振頻率。不同水準地震作用前后結構自振頻率實測值見表2。

圖6 頻譜圖Fig.6 Spectrum

表2 模型結構自振頻率實測值Table 2 The measured natural vibration frequency of the model structure

利用ABAQUS 有限元軟件模擬得到的結構自振頻率計算值為一階2.6279 Hz、二階2.6421 Hz，一階和二階自振頻率實測值與計算值誤差分別為3.54%和4.06%。有限元計算得到的模型結構前兩階振型如圖7 所示，一階振型為X向側彎，二階振型為Y向側彎。

圖7 振型Fig.7 Vibration mode

表2 列出了在不同水準地震作用前后模型結構自振頻率實測值的變化趨勢。由表可知，結構一階、二階頻率基本一致，震前測得結構自振頻率為2.5348 Hz，隨著地震強度的增加，自振頻率略有減小，但是幅度及其微小，基本保持不變，從震前到0.3g后下降幅度為0.016%，從0.3g后到0.6g后下降幅度為0.13%，從0.6g后到0.9g后下降幅度為0.032%，可以認為結構始終處在彈性工作階段。

2.2 結構的動力反應

根據試驗得到的加速度時程，可以得到模型結構在各測點處的最大響應加速度。在加速度峰值為0.3g、0.6g和0.9g作用下的最大加速度包絡圖見圖8。

圖8 最大加速度包絡圖Fig.8 Maximum acceleration envelope diagram

從圖8 可以看出，在3 種不同水準的地震作用下，模型結構的加速度反應沿風力發電塔架高度的變化是比較均勻的，最大加速度主要出現在模型結構的1 m～3 m 位置處，也就是結構的中部位置。在峰值加速度為0.3g、0.6g和0.9g地震波的作用下X向的最大加速度放大系數平均值分別為3.887、3.938 和2.754，Y向的最大加速度放大系數平均值分別為3.960、4.332 和3.596，Z向的最大加速度放大系數平均值分別為3.322、3.028 和2.206。從數據可以看出，Y向的加速度放大系數略大于X向。

2.3 結構的應變狀況

Kobe 波、Taft 波及San Fernando 波從0.3g到0.9g地震作用下，塔筒上各測點的應變由小到大的排列順序為S4、S2、S1、S3，S4、S2、S1、S3 和S4、S3、S2、S1。圖9 給出了不同水準地震作用下各應變測點正、負兩個方向的最大主應變，所以不同的地震波應變分布不同，各應變測點位置與圖3 相對應。

圖9 不同水準地震作用下各測點最大主應變Fig.9 The maximum strain at each measuring point under different seismic levels

2.4 試驗結果和理論計算對比分析

基于已經設計制作完成的三腳架模型，采用ABAQUS 有限元分析軟件，選取三維殼單元，使用拉伸完成部件建模，所有模型部件尺寸均采用模型結構實際尺寸。鋼材的本構關系模型采用理想彈塑性簡化模型，這樣也便于在ABAQUS 中進行材料屬性定義，我國現行《鋼結構設計標準》[25]規定鋼材理想彈塑性模型的泊松比取值為0.3。模型的塔筒、支撐、樁基礎、底板和支護分別建模，因為本此試驗并不研究焊縫對于結構的影響，所以不單獨考慮焊縫，各個部件直接用Merge結合在一起，用來模擬所有部件之間的相互焊接。本模型建模省略質量塊，在頂部創建質量點，從而代替上部質量塊。此模型沒有考慮底板與振動臺臺面的連接問題，實際試驗時為底板與振動臺臺面采用螺栓連接，模型中假設底板與臺面完全固定，不會發生滑移。劃分完網格的有限元模型如圖10 所示，有限元模型按照試驗情況也分為2 種類型。兩種模型均采用四邊形中性軸算法進行網格劃分，第一種為有支護的三腳架模型，單元總數為40 396 個；第二種為無支護的三腳架模型，單元總數為28 587 個。

圖10 三腳架結構有限元模型Fig.10 Finite element model of tripod structure

圖11 為0.3g三種地震波作用下X向的絕對加速度時程的試驗值與有限元計算值對比。圖中試驗得到的三種地震波時程均為A1 測點測到的加速度數據，通過上述最大加速度包絡圖得知最大加速度主要出現在模型結構的A1 測點，所以此處列出A1 測點結果。絕對加速度最大值的具體數值以及仿真與試驗結果的誤差見表3。所有工況最大加速度計算值與試驗值對比包絡圖見圖12。

表3 絕對加速度的最大值與誤差Table 3 Maximum and error of absolute acceleration

圖11 地震波加速度時程對比Fig.11 Time -history comparison of seismic wave acceleration

圖12 最大加速度包絡圖Fig.12 Maximum acceleration envelope diagram

除此之外，本文還對模型結構進行了地震波峰值加速度0.6g時有支護和無支護這兩種情況的試驗值與有限元計算值對比，用于研究地震發生時土壤失效前后對結構地震反應的影響。San Fernando波有支護情況加速度時程對比見圖13，San Fernando波無支護情況加速度時程對比見圖14。

圖13 San Fernando 波有支護加速度時程Fig.13 The acceleration time history of the San Fernando wave when it is supported

圖14 San Fernando 波無支護加速度時程Fig.14 The acceleration time history of the San Fernando wave without support

San Fernando 波有支護時仿真與試驗得到的加速度時程響應X、Y向的最大值誤差分別為6.22%和5.56%，San Fernando 波無支護時仿真與試驗得到的加速度時程響應X、Y向的最大值誤差分別為4.75%和4.21%。

3 結論

通過對1∶20 縮尺模型進行振動臺試驗，測試了模型結構在不同地震波激勵作用下的動力特性及其地震反應。同時對其進行了有限元時程分析，并將有限元模擬結果與試驗結果進行對比，得到以下結論：

(1)結構有限元動力分析結果與試驗結果較為吻合，說明有限元模型建立比較合理，計算分析和試驗起到了相互驗證的作用。

(2)模型結構在經歷各強度地震作用后，自振頻率變化很小，說明結構在試驗過程中始終處在彈性工作階段。

(3)主體結構加速度反應沿高度分布比較均勻，加速度放大系數在3～5，最大加速度主要出現在模型結構的A1 測點，也就是塔筒的底部。

(4)應變測點各自所受的最大拉應變和壓應變數值基本相近，表明在地震響應過程中，塔筒將承受幅值相當的拉應力和壓應力，并且都處在彈性范圍內。從以上應變數據可以看到，最大應變都出現在S3 和S1 測點，也就是塔筒的上部和底部連接處。說明塔筒的底部位置與支撐連接的部位較為薄弱，產生較大應力，應重點關注連接部位。在試驗過程中，支撐與塔筒的連接部位的漆面出現裂紋，證實了上述結論。

(5)將有支護情況的試驗結果與無支護情況的試驗結果相比較，可以看出撤掉支護后，模型結構的加速度動力響應略有減小，X、Y方向的峰值加速度下降幅度分別為9.87%和5.40%。

(6)通過試驗與有限元的對比分析，研究了該結構在地震作用下的抗震性能，但還存在一些問題尚需研究。如考慮水動力作用下結構在地震動下的響應；結構動力響應對質量、剛度等參數變化的敏感度；模擬近震源結構的彈塑性破壞試驗；結構TMD 減震和隔震措施的研究；漂浮式海上風電塔的纜索海床基礎、張力腿結構和纜索、海震影響下的抗震研究。