鋼管砼分體球型節(jié)點風(fēng)電平面塔架的損傷分析

聞洋, 徐廣茂, 李兆建

(內(nèi)蒙古科技大學(xué) 土木工程學(xué)院, 內(nèi)蒙古 包頭 014010)

隨著風(fēng)能發(fā)電的迅速發(fā)展[1],發(fā)電技術(shù)以最大限度地提高每兆瓦裝機容量的發(fā)電量,風(fēng)力渦輪機將變大,相應(yīng)的輪轂高度變高,轉(zhuǎn)子直徑變大[2]。轉(zhuǎn)子推力是通過渦輪機轉(zhuǎn)動引起的軸向力,它產(chǎn)生的反作用力,會導(dǎo)致支撐構(gòu)件和塔架振動、變形、屈曲和疲勞,這也會阻礙渦輪機的發(fā)展速度[3]。可見,渦輪機的技術(shù)已相當(dāng)成熟,但是其下部支撐構(gòu)件(塔架)的發(fā)展較滯后,所以對塔架結(jié)構(gòu)的研究和提高塔架的性能迫在眉睫[4-5]。Negm等[6]應(yīng)用計算機和內(nèi)部懲罰函數(shù)技術(shù),對塔架結(jié)構(gòu)進行了幾種優(yōu)化分析,它可以直接反映主要的設(shè)計目標(biāo),并確保塔架的質(zhì)量和剛度平衡改進,通過計算機精確優(yōu)化可以節(jié)省有限元和其他離散近似方法所需的計算時間。Gkantou等[7]對一個由上部60 m的錐筒式塔架和下部60 m的格構(gòu)式塔架組成的混合塔架進行了動彈性分析,并與同等大小的錐筒式塔架相比較,得到了混合塔架的抗力是錐筒式塔架的2倍,格構(gòu)式塔架截面的軸向力在風(fēng)速為11 m/s時呈現(xiàn)平均值,表明格構(gòu)式塔架受力更加均勻、穩(wěn)定。可見原有的錐筒式塔架結(jié)構(gòu)在運輸、質(zhì)量和安裝等方面存在諸多問題,而格構(gòu)式塔架在這些方面具有許多優(yōu)勢[8-11]。目前,鋼管混凝土格構(gòu)式平面塔架中的節(jié)點連接方式多為焊接連接,此種連接方式在施工時存在大量弊端,如高空施焊給施焊人員帶來極大的安全隱患,并且焊接容易產(chǎn)生殘余應(yīng)力對塔架結(jié)構(gòu)造成一定的損傷,作業(yè)精度難以保證[12]。

針對上述焊接連接方式在塔架中出現(xiàn)的問題,本課題組[13-15]前期研究設(shè)計了球-板式節(jié)點、KT型節(jié)點、螺栓球節(jié)點等裝配式節(jié)點以實現(xiàn)格構(gòu)式平面塔架的裝配式連接,解決了焊接連接方式的弊端。但是在研究中發(fā)現(xiàn)這些節(jié)點的合力中心均未交于塔柱中心,這樣使節(jié)點區(qū)易產(chǎn)生附加彎矩等。本課題組前期提出一種分體球形節(jié)點[16],并進行了單一節(jié)點的擬靜力試驗及數(shù)值模擬分析,結(jié)果表明此類節(jié)點具有良好的受力性能,并給出了分體球形節(jié)點球臺壓板及球臺壁厚的最優(yōu)取值。基于此本文作者將此類節(jié)點應(yīng)用到平面塔架構(gòu)件中,設(shè)計一種鋼管混凝土分體球型節(jié)點平面塔架,有效解決了腹桿合力未交于塔柱中心這一問題,并具有裝配簡單、腹桿角度可調(diào)節(jié)等優(yōu)勢。分析其滯回曲線、骨架曲線、強度剛度退化曲線,研究了腹桿壁厚對塔架承載力、延性、耗能等的影響。通過ABAQUS有限元模擬對其進行驗證對比,并在此基礎(chǔ)上對腹桿管徑比進行參數(shù)拓展分析。為鋼管混凝土格構(gòu)式風(fēng)電塔架的優(yōu)化與發(fā)展提供了一種新的方案。

1 試驗概況

1.1 試件設(shè)計

塔架模型的塔柱內(nèi)部填充C40混凝土,柱腳與基礎(chǔ)的連接為剛性連接,鋼球和螺栓球采用45#鋼,其余各鋼制構(gòu)件均采用Q235普通碳素鋼。考慮試驗條件等因素影響,取原型塔架頂部3層的一榀按照相似理論的要求進行1∶3.3的縮尺,得到了分體球型節(jié)點平面塔架。2個平面塔架“SJ-1”“SJ-2”取3 mm,5 mm的腹桿壁厚為變化參數(shù),其主要構(gòu)件尺寸如表1所示,鋼材及混凝土的力學(xué)性能如表2所示。在塔柱頂端加上頂板和橫梁,加載板焊接于頂板和橫梁上,使得外部荷載可以均勻地分配給2根塔柱。塔架裝配示意圖如圖1所示。

表1 各構(gòu)件主要參數(shù) mm

表2 鋼材及混凝土的力學(xué)性能 MPa

圖1 平面塔架裝配示意圖

1.2 加載制度

試驗采用正位加載方式。加載裝置如圖2所示,伺服作動器一端固定在反力墻上,另一端通過高強螺栓與塔架的加載板相接;在塔架上部兩側(cè)安裝水平支撐,并預(yù)留空間,預(yù)防塔架在加載時發(fā)生兩側(cè)變形;采用鋼壓梁與地腳螺栓將塔架的混凝土基礎(chǔ)和試驗平臺連接,確保其在加載時不發(fā)生滑動。

圖2 加載裝置

試驗采用先力后位移的混合加載制度,在塔架柱腳屈服前由力控制,屈服以后由位移控制。在力控制加載階段,以每級10 kN的增量進行加載,每級循環(huán)1次;在位移控制加載階段,每級增量為塔架實際屈服位移的0.25倍,然后按順序逐漸加載,每級循環(huán)加載3次,直至塔架破壞或當(dāng)荷載小于峰值荷載的85%時,加載結(jié)束。

2 試件破壞特征

試件破壞特征如圖3～4所示。由塔架的破壞形態(tài)來看,SJ-1、SJ-2試件的主要破壞模式均為腹桿封板處的焊縫撕裂破壞、腹桿屈曲破壞和腹桿高強螺栓拉出破壞3種。

圖3 SJ-1破壞形態(tài) 圖4 SJ-2破壞形態(tài)

SJ-1試件在加載初期采用力控制加載,多部位連接處發(fā)出輕微響聲,試件處于彈性階段。推力荷載達(dá)到137 kN時,柱腳屈服,屈服位移為17 mm。隨后進入位移控制階段,當(dāng)正向位移加載至21.25 mm時,中層非加載端螺栓球上側(cè)斜腹桿螺栓套筒與鋼球之間出現(xiàn)縫隙;反向加載時縫隙閉合。當(dāng)正向加載至29.75 mm時,中層斜腹桿整體發(fā)生平面外失穩(wěn),非加載端螺栓球下側(cè)斜腹桿封板處出現(xiàn)裂縫;反向加載時,中層斜腹桿恢復(fù)到平面內(nèi),下側(cè)斜腹桿沿著封板處裂縫變大。當(dāng)?shù)谌窝h(huán)加載至29.75 mm時,中層非加載端螺栓球上側(cè)斜腹桿的高強螺栓從鋼球內(nèi)脫出。此時,試件內(nèi)力發(fā)生重分布,上下層腹桿內(nèi)力增大,當(dāng)正向加載至38.25 mm時,下層加載端螺栓球上側(cè)斜腹桿發(fā)生屈曲破壞,試驗結(jié)束。SJ-2試件在試驗初期和SJ-1一樣,各構(gòu)件均處于彈性階段。當(dāng)推力達(dá)到148 kN時,柱腳屈服,屈服位移為18 mm。隨后進入位移控制階段,當(dāng)正向位移加載至22.5 mm時,中層非加載端上側(cè)腹桿與螺栓球連接處出現(xiàn)縫隙,2段斜腹桿相互錯開出現(xiàn)傾斜現(xiàn)象。當(dāng)正向加載至36 mm時,上、中、下層多處受拉斜腹桿的套筒與封板處出現(xiàn)縫隙;反向位移加載時,縫隙閉合。當(dāng)正向加載至40.5 mm時,中層非加載端螺栓球上側(cè)腹桿的連接螺桿從螺栓球中脫落。此時,塔架內(nèi)力重分布,當(dāng)反向加載至45 mm時,上層非加載端螺栓球的下側(cè)斜腹桿沿著封板焊接處發(fā)生撕裂破壞,上層的2段斜腹桿相互錯開出現(xiàn)傾斜現(xiàn)象,試驗結(jié)束。

對比分析SJ-1和SJ-2試件,在加載過程中中層腹桿均發(fā)生了平面外失穩(wěn)。原因是此類塔架的上下端均為剛性連接,中層斜腹桿為鉸接,導(dǎo)致試件中層高強螺栓螺紋被磨平,進而被拉出。平面塔架SJ-1和SJ-2的腹桿壁厚不同導(dǎo)致2個試件的失穩(wěn)程度不同,破壞位置也不同。試件SJ-1的中層腹桿發(fā)生整體平面外失穩(wěn),最終靠近節(jié)點處的高強螺桿被拉出;試件SJ-2中層腹桿在高強螺桿被拉出前表現(xiàn)為局部平面外失穩(wěn),被拉出后內(nèi)力重分布,導(dǎo)致中層腹桿失穩(wěn)程度加劇,才發(fā)生了整體失穩(wěn)。說明加大腹桿壁厚可以減小此類塔架腹桿的失穩(wěn)程度。

3 試驗結(jié)果分析

3.1 滯回曲線

平面塔架的滯回曲線如圖5所示。加載初期各試件均在彈性工作范圍,曲線基本呈線性增長并經(jīng)過原點。

圖5 滯回曲線

試件SJ-1當(dāng)荷載達(dá)到137 kN時,曲線斜率下降,試件屈服,屈服位移為17 mm。隨后進入位移控制階段,曲線所圍面積逐漸增大,并且向位移軸偏移,試件剛度逐漸退化,塑性損傷逐漸增大。當(dāng)反向荷載達(dá)到184 kN時,滯回曲線發(fā)生突變,荷載陡降28 kN,原因是此時腹桿沿著封板處焊縫撕裂斷開;當(dāng)正向荷載達(dá)到189 kN時,滯回曲線發(fā)生突變,此時荷載突降20 kN,原因是此時高強螺栓從鋼球中脫落,與之相連的腹桿退出工作,試件發(fā)生內(nèi)力重分布,此后承載力不斷下降,滯回曲線呈反S形。

試件SJ-2當(dāng)荷載達(dá)到148 kN時,試件屈服,屈服位移為18 mm。隨后進行位移控制,滯回曲線所圍面積逐漸增大。在荷載達(dá)到219 kN時,滯回曲線發(fā)生突變,此時荷載陡降32 kN,原因是此時與中間螺栓球相連的高強螺栓被拉出,中層腹桿失效,退出工作。隨著加載的繼續(xù),上層腹桿的封板焊縫撕裂破壞,承載力不斷下降,滯回曲線呈反S形。

綜上所述,塔架SJ-1和塔架SJ-2滯回曲線的形狀基本一致,均呈反S形,有“捏縮”效應(yīng),兩者受滑移影響較大。另外此種塔架的連接方式為鉸接(鋼球可轉(zhuǎn)動)和半剛性連接(螺栓球節(jié)點),在塔架受力過程中節(jié)點處鋼球的可轉(zhuǎn)動性可以很好地增大節(jié)點的變形量,構(gòu)件在變形過程中通過鋼球發(fā)生一定轉(zhuǎn)動抵消一部分荷載,故此連接方式可以增大節(jié)點的柔性和整體結(jié)構(gòu)的位移。塔架SJ-1滯回曲線的“捏縮”現(xiàn)象較塔架SJ-2的嚴(yán)重,隨著腹桿壁厚的增大,塔架整體的剛度變大,其屈服位移、屈服荷載和正、反向極限荷載也變大,曲線的飽和程度增加。可見,增加腹桿壁厚,使試件的滯回環(huán)面積更飽滿,削弱“捏縮”現(xiàn)象,其承載能力和變形能力得到了顯著提高。

3.2 骨架曲線

塔架的骨架曲線如圖6所示。曲線基本對稱,在正、反加載方向均有上升段、峰值段和下降段。

圖6 骨架曲線

由骨架曲線可知,塔架SJ-1在反向加載時的位移滯后于正向加載時的位移,曲線的反向位移在32.1 mm時達(dá)到峰值點,當(dāng)位移為46.3 mm時試件破壞;曲線的正向位移在28.1 mm時達(dá)到峰值點,隨后曲線出現(xiàn)突變,先下降后上升且上升幅度不大,基本呈水平段,原因是塔架中層腹桿因高強螺栓脫落和腹桿封板處焊縫撕裂破壞導(dǎo)致中層腹桿失效退出工作狀態(tài),塔架內(nèi)力重分布,剛度退化較為嚴(yán)重。之后隨著荷載的繼續(xù)增加,下層腹桿屈曲,位移不斷增加,承載力下降,直至位移為46.7 mm時,試件完全破壞。塔架SJ-2在正向位移到37.3 mm時達(dá)到峰值點,隨后曲線突降,這是因為中層腹桿的高強螺栓脫落,荷載驟降,塔架發(fā)生內(nèi)力重分布,上層和下層腹桿受力增大,此時位移為40.5 mm,隨后承載力繼續(xù)下降,上層斜腹桿的套筒與封板之間出現(xiàn)了較大的縫隙,腹桿發(fā)生傾斜現(xiàn)象,剛度退化嚴(yán)重,破壞位移為49 mm。當(dāng)反向位移在31.8 mm時曲線達(dá)到峰值點,之后隨著上層斜腹桿封板焊縫不斷開裂,承載力急劇下降,位移不斷增加,最后試件完全破壞時的反向位移為48 mm。

2組試件的曲線在一、三象限基本呈對稱分布,在加載初期呈線性增長。2個塔架的骨架曲線在試件屈服前基本重合,這說明腹桿壁厚并不影響塔架的初始剛度。對比塔架SJ-1和SJ-2的骨架曲線可知,塔架SJ-2的承載力和延性均高于塔架SJ-1,這說明腹桿壁厚適當(dāng)增大有助于提高塔架的承載力和延性。

3.3 強度退化曲線

強度退化關(guān)系曲線如圖7所示。

圖7 強度退化曲線

由圖7可以看出,試件屈服后,強度均產(chǎn)生明顯的退化現(xiàn)象,但是退化程度不同。2組塔架的反向強度退化都較均勻,而在正向強度退化時曲線波動較大。塔架SJ-1加載至29.75 mm時,曲線出現(xiàn)了突變,原因是加載前期中層腹桿整體向平面外失穩(wěn)和恢復(fù),此時中層腹桿的高強螺栓與鋼球之間沒有完全脫落,腹桿可以繼續(xù)承受拉力和壓力,退化不明顯。隨著加載的繼續(xù),塔架試件進一步損傷破壞,退化曲線繼續(xù)下降。在反向加載時,曲線退化較為均勻,原因是中層腹桿與封板焊縫連接處逐步發(fā)生撕裂破壞。直至第三級反向加載至29.75 mm時,焊縫完全撕裂,曲線出現(xiàn)小的波動,隨后試件發(fā)生內(nèi)力重分布,曲線上升,最后試件完全破壞,強度退化。塔架SJ-2在正向加載時出現(xiàn)了突變,原因是在正向加載時中層腹桿的高強螺栓從螺栓球中脫落,曲線下降,試件內(nèi)力重分布之后,上層和下層腹桿的內(nèi)力增加,隨后承載力達(dá)到極限,曲線總體呈下降趨勢。反向加載時的強度退化曲線趨勢基本同SJ-1的一致。

3.4 剛度退化曲線

塔架試件的剛度退化曲線如圖8所示。

圖8 剛度退化曲線

由圖8可知,2組試件的剛度退化均較明顯。塔架SJ-1的剛度由7.53降到3.43 kN/mm;塔架SJ-2的剛度由8.22降到3.88 kN/mm。塔架SJ-1前3級退化較為緩慢,剛度由7.53降到6.73 kN/mm,退化曲線斜率最小。隨后1級退化最快,曲線斜率最大。這是因為塔架中層腹桿的螺栓從鋼球中脫落,且腹桿本身的剛度也在循環(huán)過程中逐步退化,腹桿抵抗變形的能力減小,變形增大,剛度退化嚴(yán)重。最后2級剛度下降較慢,由6.28降到3.43 kN/mm。這是由于此時連接腹桿的螺栓從鋼球中脫落后,中層腹桿退出工作,試件發(fā)生內(nèi)力重分布,剛度退化較為緩慢。塔架SJ-2在前5級退化緩慢,剛度由8.22降到7.0 kN/mm,第6級退化最快,這是由于中層腹桿高強螺栓的螺紋失效被拉出,塔架整體剛度下降,導(dǎo)致變形增大。最后1級剛度退化速度又相對變緩。

對比塔架SJ-1和SJ-2,塔架SJ-2初始剛度較SJ-1的大,并且塔架SJ-2的剛度退化曲線總在塔架SJ-1之上,說明增大腹桿壁厚,可以提高塔架試件的初始和整體的剛度。

4 有限元分析

運用ABAQUS有限元軟件對平面塔架進行分析,對比試驗結(jié)果與模擬結(jié)果中的破壞狀態(tài)與應(yīng)力分布情況。并對塔架的關(guān)鍵參數(shù)進一步拓展分析,得到參數(shù)最優(yōu)取值區(qū)間。

4.1 有限元模型建立

本文塔架模型所用鋼材的本構(gòu)關(guān)系采用韓林海給出的二次塑流模型[17],此模型能夠較為準(zhǔn)確地反映材料的真實受力狀態(tài)。由于鋼管環(huán)箍約束效應(yīng)下核心混凝土處于三向受壓狀態(tài),普通混凝土本構(gòu)模型不能準(zhǔn)確反映實際的受力情況,本文采用劉威給出的核心混凝土受壓本構(gòu)模型[18]。并選用ABAQUS中適合分析低周反復(fù)結(jié)構(gòu)的混凝土損傷塑性模型設(shè)置塑性參數(shù),抗壓、抗拉強度按照試驗及規(guī)范選取[19]。

將各部件切割劃分成規(guī)則圖形,再按照結(jié)構(gòu)化網(wǎng)格技術(shù)分區(qū)域劃分網(wǎng)格,逐步細(xì)化網(wǎng)格以檢查網(wǎng)格收斂性。鋼管內(nèi)混凝土采用實體單元;對于塔柱和腹桿,因其壁厚相對較小,而用殼單元來模擬;鋼球和螺栓球因其造型特殊,選用四面體單元建模。為了保證模擬結(jié)果的精確性,各部件之間的接觸均按照實際試驗?zāi)Ｐ偷慕佑|設(shè)置。

4.2 結(jié)果分析校驗

在ABAQUS有限元模擬軟件中,通過場變量輸出功能,提取目標(biāo)點的位移及反作用力,繪制出模擬塔架的滯回曲線,與試驗對比如圖9所示,應(yīng)力云圖如圖10所示。由圖9可以發(fā)現(xiàn),兩者的形狀大體一致,均呈反“S”形,有顯著的滑移特征,這是因為此類塔架節(jié)點的連接方式為鉸接和半剛性連接(螺栓球節(jié)點), 此連接方式增大了節(jié)點的柔性和整體結(jié)構(gòu)的位移。但模擬的滯回曲線與試驗相比較為飽和,正、反向的極限位移均大于試驗值,曲線沒有突變,耗能能力更好,這是因為模擬忽略了試件加工精度的缺陷,同時也未考慮焊接殘余應(yīng)力的影響,在建模時,材料屬性等問題均按照理想情況設(shè)定。

圖10 應(yīng)力云圖

由圖10應(yīng)力云圖可知,模型的高應(yīng)力區(qū)與塔架實際破壞部位較為一致,其內(nèi)力分布情況與試驗內(nèi)力分析結(jié)果吻合度較高。由模擬結(jié)果可知,試件正、反向承載力的模擬值均高于試驗值,這是由于試驗中存在加工精度的誤差,焊縫質(zhì)量難以保證,且安裝存在偏差,導(dǎo)致模擬值整體偏大。數(shù)值見表3。SJ-1

表3 試驗值與模擬值對比

的有限元模型的正向極限承載力高出試驗?zāi)Ｐ蜆O限承載力5.02%,反向高出1.75%;SJ-2的有限元模型的正向極限承載力高出試驗?zāi)Ｐ蜆O限承載力3.47%,反向高出4.56%。誤差在允許范圍內(nèi),表明模擬可行。綜上所述,可認(rèn)為建立的有限元模型能較準(zhǔn)確地模擬塔架試件的力學(xué)行為,可進一步對平面塔架進行參數(shù)拓展分析。

4.3 參數(shù)拓展分析

鑒于實際試驗試件的數(shù)量和參數(shù)變化范圍太少,不能準(zhǔn)確得出相關(guān)參數(shù)對塔架受力性能的影響。本文在其他參數(shù)保持不變的情況下,利用ABAQUS有限元探尋腹桿管徑比γ對塔架在循環(huán)荷載作用下承載能力的影響,進而得到最優(yōu)設(shè)計取值區(qū)間。腹桿尺寸分別取φ34×2.5,φ34×3,φ34×3.5,φ34×4,φ34×4.5,φ34×5,φ34×5.5,φ34×6。拓展參數(shù)結(jié)果見表4。

表4 參數(shù)拓展分析

繪制圖11承載力-管徑比關(guān)系圖和圖12延性系數(shù)-管徑比關(guān)系圖。

圖11 承載力-管徑比關(guān)系曲線

圖12 延性系數(shù)-管徑比關(guān)系曲線

由圖表可知,隨著腹桿管徑比的增大,極限承載力和位移延性系數(shù)不斷增大,但增長的幅度不斷下降。當(dāng)管徑比由0.07增至0.09時極限承載力提高了11%,延性系數(shù)提高了6.3%;當(dāng)腹桿管徑比由0.09→0.10→0.12→0.13→0.15→0.16→0.18時,極限承載力依次提高了5.7%,3.5%,4.4%,1.4%,0.8%和1.0%,延性系數(shù)依次提高了4.2%,5.4%,2.9%,2.2%,1.2%和1.2%。隨著管徑比的增大,剛度不斷增大,穩(wěn)定性不斷提高,腹桿與塔架整體的內(nèi)力分布相匹配,協(xié)調(diào)變形,可充分發(fā)揮材料自身的各項性能。當(dāng)管徑比大于0.13時,試件的極限承載力和延性系數(shù)增幅逐漸減小。這是由于管徑比過大,使用的高強螺栓和套筒的尺寸也變大,其容易與法蘭盤產(chǎn)生接觸干涉,幾何適應(yīng)性較差,導(dǎo)致螺栓擰入深度不夠,容易發(fā)生脫落現(xiàn)象,造成腹桿不能充分發(fā)揮其本身的材料性能。因此設(shè)計分體球型節(jié)點塔架時,為保證塔架整體充分發(fā)揮各部件的工作性能,提高經(jīng)濟性與適用性,建議選取腹桿管徑比為0.12～0.13。

4.4 鋼管砼分體球形節(jié)點空間塔架體系數(shù)值模擬

為使結(jié)論更貼近工程參考的價值,通過solidworks建立此類塔架真實1∶1空間模型,并導(dǎo)入ABAQUS有限元模擬軟件中,空間塔架各材料屬性、單元類型、網(wǎng)格劃分、接觸設(shè)置及邊界條件與平面塔架保持一致。空間塔架模型及網(wǎng)格劃分如圖13所示。

通過ABAQUS有限元軟件對塔架進行模擬加載,得到空間塔架推力方向極限承載力為442 kN,拉力方向極限承載力為435 kN。模擬塔架的應(yīng)力云圖如圖14所示,并繪制滯回曲線如圖15所示,可以看出鋼管砼分體球形節(jié)點空間塔架的整體受力良好,承載力較高,耗能能力較強。高應(yīng)力區(qū)出現(xiàn)在中層斜腹桿及分體球形節(jié)點處。

圖14 模擬塔架的應(yīng)力云圖

圖15 空間塔架模擬滯回曲線

5 結(jié) 論

1) 鋼管混凝土分體球型節(jié)點風(fēng)電平面塔架的破壞特征分為腹桿封板處的焊縫撕裂破壞、腹桿屈曲破壞和腹桿高強螺栓拉出破壞3種。

2) 鋼管混凝土分體球型節(jié)點風(fēng)電平面塔架的滯回曲線受到了滑移的影響,呈反S形,腹桿壁厚由3 mm增至5 mm,屈服荷載平均提高了9%,峰值荷載平均提高了21%,延性系數(shù)平均提高了7%。結(jié)合有限元,增大腹桿壁厚可以有效削弱其“捏縮”現(xiàn)象,使滯回環(huán)更加飽滿,提高塔架的耗能性能、延性和極限承載力。

3) 塔架模型的高應(yīng)力區(qū)與試驗破壞現(xiàn)象基本一致,可以有效模擬塔架的力學(xué)行為。當(dāng)塔架的腹桿管徑比小于0.13時,塔架的極限承載力和延性系數(shù)均隨著管徑比的增大而增大,當(dāng)腹桿管徑比大于0.13時,塔架的極限承載力和延性系數(shù)的增幅趨緩。因此,為保證塔架整體充分發(fā)揮各部件的受力性能,同時提高其經(jīng)濟性,建議工程應(yīng)用中,腹桿管徑比取0.11～0.13較為合理。

4) 鋼管砼分體球形風(fēng)電塔架空間體系整體受力良好,承載力較高,耗能能力較強。