海上風機導管架基礎灌漿連接偏心受壓承載性能研究

游先輝

（福建永福電力設計股份有限公司 福建福州 350001）

0 引言

為實現“碳中和”的目標，我國正大力優化能源結構，發展可再生能源，不斷削減傳統能源的比重。風能是優質可再生能源，是全球迎合“碳達峰、碳中和”的重要手段。相比陸上，海上風能不僅穩定、發電效率高、儲量豐富，而且無噪音干擾、環境污染等問題，因而適合大規模開發和建設，近年來在我國沿海各省份迅速發展。隨著海上風電建設技術的逐步成熟，目前已基本建立起完整的海上風電制造及施工體系。現有海上風電導管架基礎結構大多數采用先樁法：先通過定位架將多根樁在一定精度條件下打入海床，再通過大型浮吊將導管架與樁整體對位，將多根支撐腿同時插入多根樁內，再灌注連接段灌漿料。由于海上風電建造環境比較苛刻，受風浪的影響，結構在對位時無法做到絕對靜止，灌漿連接段的對位偏差必然形成，造成灌漿體厚度一側薄一側厚，連接結構受偏心力，進而影響灌漿連接段的性能。

目前少數學者開展了灌漿連接段尺寸偏心的研究，但多數針對的是彎矩作用下的結構性能。Lamport 等［1］對尺寸偏心的灌漿連接進行軸向靜力試驗，試驗結果顯示尺寸偏心對灌漿連接極限承載力存在一定影響，試驗構件承載力相差最大可達15%左右。Lamport 的研究雖然具有一定的意義，但其試驗采用的灌漿材料強度遠小于目前海上風電導管架結構采用的灌漿材料強度。李筑軒等［2］對2 個尺寸偏心影響的灌漿連接進行了彎曲靜力試驗，試驗發現灌漿連接破壞形式主要為鋼管大幅度屈曲以及灌漿料端部局部脫離；試驗發現尺寸偏心對于灌漿連接受彎承載力及其剛度影響較小。Chen 等［3］人對尺寸偏心灌漿連接進行彎曲靜力試驗，試驗發現尺寸偏心的加入使得灌漿連接徑向裂紋出現嚴重的擴展，尺寸偏心對灌漿連接受彎承載力、延性及剛度影響較小，但灌漿料較薄側應變相較于無尺寸偏心灌漿連接應變更大，且灌漿較薄側出現更為明顯密集的裂紋。

由于國內外灌漿連接段偏心受壓性能研究較少，現有規范的計算方法均未明確評估偏心受壓對灌漿連接段承載性能的影響。因此本文結合試驗和數值分析，針對灌漿連接段偏心受壓性能進行了深入的研究和分析。

1 試驗研究

1.1 試件設計

本試驗采用實際工程中6.7 MW 海上風機導管架基礎灌漿連接作為設計原型，以1∶4 的比例進行等比例縮小，在滿足DNVGL 規范構造要求前提下，設計了無尺寸偏心的灌漿連接試件S1 及有尺寸偏心的灌漿連接試件S2。

灌漿連接試件是由鋼套管、鋼管樁、剪力鍵以及鋼管之間灌漿料組成。試件外形及尺寸如圖1 所示，計得偏心率Re=0.005（Re=e/Ds）。具體尺寸參數如表1 所示。

表1 試件尺寸表

圖1 灌漿連接段參數示意圖

1.2 試件制作

灌漿連接中鋼構件采用Q345 高強鋼作為鋼管母材，剪力鍵采用φ6 光圓鋼筋進行制作。灌漿材料使用國產高強灌漿材料UHPG120。灌漿連接試件制作包括：鋼結構加工制作、灌漿前準備工作、灌漿工作以及灌漿后養護工作。

鋼構件加工制作于加工廠內完成。鋼構件加工完成后，將試件運至預制場進行灌漿準備工作及后續灌漿工作。

灌漿前準備工作包括：①采用EPC 高密度泡沫板填充鋼套管底部，起到替代灌漿封隔器進行灌漿封堵作用；②鋼管樁及鋼套管對中后焊接支撐鋼管起到支撐作用，并可以防止灌漿產生鋼管樁及鋼套管相對偏移問題。灌漿連接封漿前準備工作見圖2 所示。

圖2 試驗準備工作

灌漿連接灌漿前準備工作完成后，進行灌漿工作。灌漿材料水料比按照灌漿材料使用說明多次試配，并采用臥式混凝土攪拌機進行攪拌，攪拌時間大于5 min，攪拌完成后對灌漿流動性進行檢測，測得初始流動性滿足控制于290 mm 左右且無泌水現象時進行灌漿。

1.3 材性測試

試件使用的鋼管根據《金屬材料 拉伸實驗：第1 部分：室溫試驗方法》（GB/T228.1—2010）［4］進行鋼片材拉伸實驗。實測平均屈服強度398 MPa，平均抗拉強度571 MPa，平均彈性模量210×104 MPa，泊松比為0.304。

試件灌漿材料根據 《Support structures for wind turbines》（DNVGL-ST-0126）［5］要求，每根試件澆筑所用灌漿料制作3個75 mm×75 mm 立方體試塊進行抗壓強度測試，灌漿料的材性試驗結果如表2 所示。

表2 灌漿材料性能

1.4 試驗裝置及加載方式

本試驗采用10 000 kN 液壓伺服長柱試驗機，對試件進行試驗加載，數據采集采用東華DH3816 靜態應變測試采集系統和試液壓伺服長柱試驗機控制反饋系統。

試驗加載采用預加載及正式加載方式。預加載用以消除灌漿連接虛位移、來檢查各儀器設備運行是否正常。預加載荷載取為預計極限承載力的30%，采用力控制分級加載方式，每完成一級加載，持載2 min，用以檢測設備及試件是否正常。

正式加載采用力-位移共同控制的加載方式。在達到預計計算極限承載力70%之前，采用力控制加載，并采用分級加載制度進行加載。每級加載完成后持載2 min，確保各采集數據無明顯問題后繼續加載。當加載至預計極限承載力70%后改用位移控制方式進行加載，加載速率采用0.2 mm/min，加載直至試件破壞。

1.5 測試方案

試驗采用位移計測量試件整體位移及鋼套管與鋼管樁之間相對位移，使用應變片測量鋼套管外壁及鋼管樁內壁測點應變變化情況。

試驗布置3 個50 mm 行程的位移計。應變片均勻布置于灌漿連接0°、90°、180°、270°側，分別布置于每側剪力鍵附近以及加勁肋內側無灌漿料處鋼管之上，測點示意見圖3。

圖3 應變計和位移計布置士意圖

1.6 試驗現象

試件S1 加載初期，試件處于彈性階段，無明顯試驗現象。隨荷載持續穩定增加，當荷載增加至2 071 kN 時，首次出現響聲，響聲較小，此時灌漿與鋼管間應出現粘結滑移；當荷載增至3 270 kN 時，試件S1 出現明顯的清脆響聲，使荷載繼續增加，響聲出現更加頻繁，結合試驗結果，此時剪力鍵附近灌漿應出現較大程度壓碎，剪力鍵附近灌漿裂紋開始發展；荷載加至4 691 kN 時，試件出現連續巨大響聲，此時響聲較為沉悶，結合試驗結果，試件灌漿裂紋出現明顯發展，甚至出現貫穿灌漿的裂縫，在幾次巨響出現后，試件破壞，試驗機停止加載。

試件S2 試驗現象與試件S1 試驗現象基本相同。加載初期，試件處于彈性階段，期間無明顯試驗現象。當荷載增加至1 738 kN 時，出現較小的響聲，此時灌漿與鋼管間應出現粘結滑移，灌漿與剪力鍵開始擠壓；當荷載繼續增至3 022 kN 時，試件出現明顯清脆響聲，此時剪力鍵附近灌漿應出現壓碎現象；荷載繼續增加至4 038 kN 時，試件出現巨大沉悶響聲，此時剪力鍵附近灌漿裂紋出現較大程度的發展，灌漿可能出現貫穿開裂；試驗機繼續加載，在出現幾次巨大響聲后，試件發生破壞。

1.7 試驗結果分析

試驗獲得試件荷載位移曲線如圖4 所示。從圖4 可以發現：無尺寸偏心的試件S1 極限承載力為4 948 kN，試件位移為2.1 mm。試件S1 荷載位移曲線前期呈線性穩定增加，當荷載增加至3 270 kN 時，此時荷載位移曲線出現小幅下降；荷載繼續增加至4 691 kN 時，承載力突然降低，隨后承載力繼續上升，但剛度明顯下降；荷載增加至4 948 kN，試件達到極限承載力，隨后試件承載力急速下降，試驗機停止加載。有尺寸偏心的試件S2 與試件S1 的荷載位移曲線前期變化基本一致，試件S2 荷載位移曲線前期呈線性增加，當荷載加至3 022 kN時，試件承載力出現較明顯的降低情況，此時剪力鍵附近灌漿應被擠壓破碎；荷載繼續增加至4 038 kN 時，試件S2 極達到極限承載力，隨后結構經過幾次內力重分布，位移不斷增加，但承載力不再上升。

圖4 荷載位移曲線

對比荷載位移曲線可以發現，試驗中尺寸偏心試件S1 與無偏心試件S2 前期剛度基本一致，因此尺寸偏心對灌漿連接前期剛度影響較小。從試驗結果可以發現尺寸偏心的降低了灌漿連接承載力，當偏心距e=30 mm（Re=0.05）時，尺寸偏心試件極限承載力為無偏心試件極限承載力的81.6%。

圖5 給出了試件S1 與S2 試驗所得荷載—應變曲線，S1應變取不同角度平均值進行分析，S2 應變從不同角度進行分析。當試件S1 荷載增加至3 500 kN 時，試件S2 荷載增加至3 000 kN 時，剪力鍵附近縱向應變，出現反向增長的趨勢，縱向應變由受壓狀態變為受拉狀態，越靠近加載端，縱向應變反向增加越明顯。出現這種情況主要原因為剪力鍵附近灌漿壓碎后體積膨脹導致，灌漿體積膨脹使鋼管縱向應變由受壓狀態變為受拉狀態。

圖5 荷載應變曲線

試件S1 與S2 環向應變始終處于受拉狀態，應變呈線性增長趨勢，試件S1 荷載增加至3 500 kN 左右時，試件S1 荷載加至3 000 kN 時，試件環向應變增加，主要原因為灌漿壓碎產生體的灌漿體積膨脹使得環向應變增大。試件的尺寸偏心使得灌漿料提前出現破壞征兆。

對比發現加勁肋內側環向應變及縱向應變均大于剪力鍵附近應變，灌漿約束了鋼管應變的發展；越靠近加載端剪力鍵附近鋼管應變越大。

1.8 灌漿連接破壞模式

圖6 試件破壞形式示意

灌漿內部破壞主要為相鄰剪力鍵之間灌漿斜向貫穿開裂。貫穿開裂主要出現在鋼套管底部剪力鍵與鋼管樁中部剪力鍵之間，鋼套管中部剪力鍵與鋼管樁頂部剪力鍵之間；不同于試件S1 破壞模式，試件S2 較薄側灌漿裂縫開裂角度較大，裂縫沿剪力鍵橫向發展，隨灌漿厚度的增加，開裂角度逐漸變小，裂縫沿剪力鍵橫向發展逐漸變為沿剪力鍵之間斜向發展，且較薄處破壞更嚴重。

2 有限元分析

2.1 模型建立

有限元模型中包含鋼材及灌漿2 種材料。鋼材采用隨動強化理論，灌漿材料使用混凝土損傷塑性模型（CDP）［6-7］，混凝土損傷定義則按照張勁等［8］進行參考設置。模型接觸包括鋼套管與灌漿料之間接觸、鋼管樁與灌漿料之間接觸。接觸設置由法線方向和切線方向的接觸組成，法線方向采用硬接觸，切線方向采用庫倫摩擦［9］。網格采用實體單元進行建模分析。模型邊界條件設置為鋼管樁頂部進行固端約束約束。網格劃分對計算結果精度有較大影響，研究發現鋼管壁厚應設置不少于3層網格，剪力鍵附近網格進行加密處理［10-11］。

2.2 模型驗證

為驗證有限元模型正確性與合理性，通過有限元軟件ABAQUS 對試件S1、S2 進行建模分析，結果如圖7（a）（b）所示，可以發現試驗極限承載力有限元模擬極限承載力基本一致，荷載位移曲線吻合度較好。將S1 試件破壞模式與有限元模擬進行對比發現，試驗與有限元結果破壞模式基本一致。因此可以判斷有限元有較高的準確性。

圖7 有限元模型驗證

2.3 參數分析

（1）不同偏心率計算分析。以灌漿連接試件尺寸為原型，建立不同偏心率灌漿連接模型進行分析對比。偏心率Re=0、0.008、0.017、0.025、0.033、0.042、0.050、0.058。

有限元計算獲得不同偏心率的極限承載力，結果如圖8所示。圖中可以發現極限承載力隨偏心距的增加而降低。當偏心距Re=0.058 時，尺寸偏心對灌漿連接極限承載力影響為22%。不同偏心率灌漿連接段前期剛度基本相同，隨荷載繼續增加，偏心率較大灌漿連接首先出現剛度退化，并率先達到極限承載力。

圖8 不同偏心率模型荷載位移曲線

提取不同偏心距灌漿連接段剪力鍵附近灌漿料Tresca 應力進行對比分析，結果如圖9 所示。圖中可以發現，隨著偏心距的增加，0°側（灌漿料較薄側）Tresca 應力逐漸變大，180°側（灌漿料較厚側）Tresca 應力變化較小。

圖9 不同偏心距剪力鍵附近灌漿料最大Tresca 應力

（2）不同剪力鍵個數計算分析。建立有效剪力鍵個數n=2、4、6 的有限元模型，每種剪力鍵個數模型偏心率Re=0、0.016、0.032、0.050，對其極限承載力進行模擬分析，結果如圖10（a），圖中可以發現隨有效剪力鍵個數增加，灌漿連接承載能力大幅提升；模擬發現尺寸偏心對不同剪力鍵個數灌漿連接極限承載力降低趨勢及降低幅度基本相同。

（3）不同剪力鍵高距比計算分析。增加剪力鍵間距，建立不同剪力鍵高距比灌漿連接有限元模型，剪力鍵高距比h/s 分別為0.02、0.04、0.06、0.08，每種剪力鍵高距比模型建立偏心率Re=0、0.016、0.032、0.050 的尺寸偏心模型。對其極限承載力進行模擬分析，結果如圖10（b），圖中可以發現增大剪力鍵間距，減小剪力鍵高距比，能夠明顯提高灌漿連接承載力；尺寸偏心對不同剪力鍵高距比灌漿連接極限承載力降低趨勢及降低幅度基本相同。

（4）不同鋼管壁厚計算分析。建立鋼套管壁厚ts=8 mm、12 mm、16 mm、20 mm，鋼管樁壁厚tp=8 mm、12 mm、16 mm、20 mm 的尺寸偏心灌漿連接模型，偏心率Re=0、0.016、0.032、0.050，結果如圖10（c）（d）所示。圖中可以發現，灌漿連接極限承載力隨鋼管壁厚增加變化幅度較小；尺寸偏心對不同剪力鍵高距比灌漿連接極限承載力降低趨勢及降低幅度基本相同。

沙溝一旦發生大規模泥石流災害，其威脅對象主要為溝口南川區金山鎮金獅村四社集中居民點，威脅金獅村小學、昆達農業有限公司和居民住戶共161戶604人的生命及財產安全。為此，研究沙溝泥石流的形成因素、物理力學特征參數和可能發生的危險性，針對該泥石流的特征，提出工程治理措施對保障人民群眾生命財產安全，意義重大。

（5）不同灌漿厚度計算分析。建立灌漿料厚度tg=44 mm、48 mm、52 mm、55 mm 尺寸偏心模型，分別改變鋼套管外徑及鋼管樁外徑來改變灌漿厚度，模擬結果如圖10（e）（f）所示。圖中可以發現增加灌漿厚度對灌漿連接極限承載力小幅提高承載力；尺寸偏心對不同剪力鍵高距比灌漿連接極限承載力降低趨勢基本相同。

（6）不同灌漿長度計算分析。建立灌漿長度lg=650 mm、1 000 mm、1 500 mm、2 000 mm 的尺寸偏心模型，模擬如圖10（f）所示，圖中發現增加灌漿長度，對灌漿連接極承載力提高較小；尺寸偏心對不同剪力鍵高距比灌漿連接極限承載力降低趨勢基本相同。

圖10 偏心條件下不同參數灌漿連接模擬結果

通過上述分析可見，參數的變化幾乎不影響偏心率變化對灌漿連接段承載力帶來的影響。

2.4 尺寸偏心灌漿連接承載力計算方法

DNVGL 規范［5］中導管架基礎灌漿連接承載力公式中未考慮尺寸偏心對灌漿連接承載力影響，本文根據有限元參數分析結果，提出偏心折減系數，以便更好的計算實際工程中尺寸偏心對灌漿連接承載力影響。

根據已完成的尺寸偏心條件下灌漿連接參數分析結果，提出偏心折減系數φe，記為尺寸偏心的灌漿連極限接承載力Fe與無偏心灌漿連接極限承載力Fu的比值，計算方式如式（1）。

針對已完成的尺寸偏心條件下不同參數灌漿連接的有限元模擬結果，發現不同參數灌漿連接在尺寸偏心條件下承載力變化趨勢基本一致，因此建立偏心折減系數與偏心率之間的關系。對比尺寸偏心條件下不同參數灌漿連接偏心率與偏心折減系數可以發現，偏心率與偏心折減系數大致呈二次關系，因此偏心折減系數與偏心率擬合公式形式如式（2）所示，其中φe為偏心折減系數，x 為偏心率。

考慮到不同參數灌漿連接有限元結果為較為理想狀態下的計算結果，實際工程中常因各種外界因素存在一定的誤差。基于安全考慮，采取尺寸偏心對不同參數灌漿連接影響最大值進行數據擬合，擬合結果如圖11 所示，選取不同參數中尺寸偏心對灌漿連接影響最大擬合曲線作為偏心折減系數與偏心率之間關系，結果式（3）所示，尺寸偏心灌漿連接設計承載力計算公式可由式（1）～（4）進行計算：

圖11 不同參數擬合曲線

3 結論

通過對尺寸偏心及無偏心灌漿連接進行軸向靜力試驗，并結合有限元軟件ABAQUS 進行相關參數分析，得到結論如下：

（1）尺寸偏心的灌漿連接段的承載能力有較明顯的影響。灌漿連接破壞主要為灌漿的破壞，灌漿內部破壞表現為剪力鍵之間出現斜向貫穿開裂，灌漿較薄一側更早發生剪切破壞。

（2）尺寸偏心對關鍵連接段軸向承載力存在一定影響。隨偏心尺寸的增加，灌漿連接極限承載力隨之降低。在滿足規范構造要求條件下，偏心率Re=0.050 時，極限承載力降低幅度為14%；Re=0.058 時，灌漿連接不滿足規范構造要求時，極限承載力降低幅度為22%。

（3）隨偏心率的增加，灌漿連接段較薄側灌漿裂紋發展角度逐漸變大，最大可達90°即裂紋沿剪力鍵橫向發展；較厚側灌漿仍沿剪力鍵斜向發展，裂紋發展角度隨偏心率增加而減小。

（4）不同參數灌漿連接在相同偏心率條件下承載力降低幅度相差較小。根據參數分析結果，提出了考慮偏心影響的灌漿連接極限承載力計算方法，為尺寸偏心灌漿連接承載力計算提供理論基礎。