鋼管砼分體球型節點風電平面塔架的損傷分析

聞洋, 徐廣茂, 李兆建

(內蒙古科技大學 土木工程學院, 內蒙古 包頭 014010)

隨著風能發電的迅速發展[1],發電技術以最大限度地提高每兆瓦裝機容量的發電量,風力渦輪機將變大,相應的輪轂高度變高,轉子直徑變大[2]。轉子推力是通過渦輪機轉動引起的軸向力,它產生的反作用力,會導致支撐構件和塔架振動、變形、屈曲和疲勞,這也會阻礙渦輪機的發展速度[3]。可見,渦輪機的技術已相當成熟,但是其下部支撐構件(塔架)的發展較滯后,所以對塔架結構的研究和提高塔架的性能迫在眉睫[4-5]。Negm等[6]應用計算機和內部懲罰函數技術,對塔架結構進行了幾種優化分析,它可以直接反映主要的設計目標,并確保塔架的質量和剛度平衡改進,通過計算機精確優化可以節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,格構式塔架截面的軸向力在風速為11 m/s時呈現平均值,表明格構式塔架受力更加均勻、穩定。可見原有的錐筒式塔架結構在運輸、質量和安裝等方面存在諸多問題,而格構式塔架在這些方面具有許多優勢[8-11]。目前,鋼管混凝土格構式平面塔架中的節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,并且焊接容易產生殘余應力對塔架結構造成一定的損傷,作業精度難以保證[12]。

針對上述焊接連接方式在塔架中出現的問題,本課題組[13-15]前期研究設計了球-板式節點、KT型節點、螺栓球節點等裝配式節點以實現格構式平面塔架的裝配式連接,解決了焊接連接方式的弊端。但是在研究中發現這些節點的合力中心均未交于塔柱中心,這樣使節點區易產生附加彎矩等。本課題組前期提出一種分體球形節點[16],并進行了單一節點的擬靜力試驗及數值模擬分析,結果表明此類節點具有良好的受力性能,并給出了分體球形節點球臺壓板及球臺壁厚的最優取值。基于此本文作者將此類節點應用到平面塔架構件中,設計一種鋼管混凝土分體球型節點平面塔架,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、腹桿角度可調節等優勢。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,并在此基礎上對腹桿管徑比進行參數拓展分析。為鋼管混凝土格構式風電塔架的優化與發展提供了一種新的方案。

1 試驗概況

1.1 試件設計

塔架模型的塔柱內部填充C40混凝土,柱腳與基礎的連接為剛性連接,鋼球和螺栓球采用45#鋼,其余各鋼制構件均采用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,其主要構件尺寸如表1所示,鋼材及混凝土的力學性能如表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 各構件主要參數 mm

表2 鋼材及混凝土的力學性能 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;在塔架上部兩側安裝水平支撐,并預留空間,預防塔架在加載時發生兩側變形;采用鋼壓梁與地腳螺栓將塔架的混凝土基礎和試驗平臺連接,確保其在加載時不發生滑動。

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,每級循環加載3次,直至塔架破壞或當荷載小于峰值荷載的85%時,加載結束。

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 圖4 SJ-2破壞形態

SJ-1試件在加載初期采用力控制加載,多部位連接處發出輕微響聲,試件處于彈性階段。推力荷載達到137 kN時,柱腳屈服,屈服位移為17 mm。隨后進入位移控制階段,當正向位移加載至21.25 mm時,中層非加載端螺栓球上側斜腹桿螺栓套筒與鋼球之間出現縫隙;反向加載時縫隙閉合。當正向加載至29.75 mm時,中層斜腹桿整體發生平面外失穩,非加載端螺栓球下側斜腹桿封板處出現裂縫;反向加載時,中層斜腹桿恢復到平面內,下側斜腹桿沿著封板處裂縫變大。當第三次循環加載至29.75 mm時,中層非加載端螺栓球上側斜腹桿的高強螺栓從鋼球內脫出。此時,試件內力發生重分布,上下層腹桿內力增大,當正向加載至38.25 mm時,下層加載端螺栓球上側斜腹桿發生屈曲破壞,試驗結束。SJ-2試件在試驗初期和SJ-1一樣,各構件均處于彈性階段。當推力達到148 kN時,柱腳屈服,屈服位移為18 mm。隨后進入位移控制階段,當正向位移加載至22.5 mm時,中層非加載端上側腹桿與螺栓球連接處出現縫隙,2段斜腹桿相互錯開出現傾斜現象。當正向加載至36 mm時,上、中、下層多處受拉斜腹桿的套筒與封板處出現縫隙;反向位移加載時,縫隙閉合。當正向加載至40.5 mm時,中層非加載端螺栓球上側腹桿的連接螺桿從螺栓球中脫落。此時,塔架內力重分布,當反向加載至45 mm時,上層非加載端螺栓球的下側斜腹桿沿著封板焊接處發生撕裂破壞,上層的2段斜腹桿相互錯開出現傾斜現象,試驗結束。

對比分析SJ-1和SJ-2試件,在加載過程中中層腹桿均發生了平面外失穩。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的腹桿壁厚不同導致2個試件的失穩程度不同,破壞位置也不同。試件SJ-1的中層腹桿發生整體平面外失穩,最終靠近節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為局部平面外失穩,被拉出后內力重分布,導致中層腹桿失穩程度加劇,才發生了整體失穩。說明加大腹桿壁厚可以減小此類塔架腹桿的失穩程度。

3 試驗結果分析

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過原點。

圖5 滯回曲線

試件SJ-1當荷載達到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。當反向荷載達到184 kN時,滯回曲線發生突變,荷載陡降28 kN,原因是此時腹桿沿著封板處焊縫撕裂斷開;當正向荷載達到189 kN時,滯回曲線發生突變,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,試件發生內力重分布,此后承載力不斷下降,滯回曲線呈反S形。

試件SJ-2當荷載達到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。在荷載達到219 kN時,滯回曲線發生突變,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,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,兩者受滑移影響較大。另外此種塔架的連接方式為鉸接(鋼球可轉動)和半剛性連接(螺栓球節點),在塔架受力過程中節點處鋼球的可轉動性可以很好地增大節點的變形量,構件在變形過程中通過鋼球發生一定轉動抵消一部分荷載,故此連接方式可以增大節點的柔性和整體結構的位移。塔架SJ-1滯回曲線的“捏縮”現象較塔架SJ-2的嚴重,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,使試件的滯回環面積更飽滿,削弱“捏縮”現象,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時達到峰值點,當位移為46.3 mm時試件破壞;曲線的正向位移在28.1 mm時達到峰值點,隨后曲線出現突變,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致中層腹桿失效退出工作狀態,塔架內力重分布,剛度退化較為嚴重。之后隨著荷載的繼續增加,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,塔架發生內力重分布,上層和下層腹桿受力增大,此時位移為40.5 mm,隨后承載力繼續下降,上層斜腹桿的套筒與封板之間出現了較大的縫隙,腹桿發生傾斜現象,剛度退化嚴重,破壞位移為49 mm。當反向位移在31.8 mm時曲線達到峰值點,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,強度均產生明顯的退化現象,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,曲線出現了突變,原因是加載前期中層腹桿整體向平面外失穩和恢復,此時中層腹桿的高強螺栓與鋼球之間沒有完全脫落,腹桿可以繼續承受拉力和壓力,退化不明顯。隨著加載的繼續,塔架試件進一步損傷破壞,退化曲線繼續下降。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,曲線出現小的波動,隨后試件發生內力重分布,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,試件內力重分布之后,上層和下層腹桿的內力增加,隨后承載力達到極限,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,試件發生內力重分布,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,對比試驗結果與模擬結果中的破壞狀態與應力分布情況。并對塔架的關鍵參數進一步拓展分析,得到參數最優取值區間。

4.1 有限元模型建立

本文塔架模型所用鋼材的本構關系采用韓林海給出的二次塑流模型[17],此模型能夠較為準確地反映材料的真實受力狀態。由于鋼管環箍約束效應下核心混凝土處于三向受壓狀態,普通混凝土本構模型不能準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模型[18]。并選用ABAQUS中適合分析低周反復結構的混凝土損傷塑性模型設置塑性參數,抗壓、抗拉強度按照試驗及規范選取[19]。

將各部件切割劃分成規則圖形,再按照結構化網格技術分區域劃分網格,逐步細化網格以檢查網格收斂性。鋼管內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。為了保證模擬結果的精確性,各部件之間的接觸均按照實際試驗模型的接觸設置。

4.2 結果分析校驗

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,應力云圖如圖10所示。由圖9可以發現,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點的連接方式為鉸接和半剛性連接(螺栓球節點), 此連接方式增大了節點的柔性和整體結構的位移。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力的影響,在建模時,材料屬性等問題均按照理想情況設定。

圖10 應力云圖

由圖10應力云圖可知,模型的高應力區與塔架實際破壞部位較為一致,其內力分布情況與試驗內力分析結果吻合度較高。由模擬結果可知,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,焊縫質量難以保證,且安裝存在偏差,導致模擬值整體偏大。數值見表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模型極限承載力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模型極限承載力3.47%,反向高出4.56%。誤差在允許范圍內,表明模擬可行。綜上所述,可認為建立的有限元模型能較準確地模擬塔架試件的力學行為,可進一步對平面塔架進行參數拓展分析。

4.3 參數拓展分析

鑒于實際試驗試件的數量和參數變化范圍太少,不能準確得出相關參數對塔架受力性能的影響。本文在其他參數保持不變的情況下,利用ABAQUS有限元探尋腹桿管徑比γ對塔架在循環荷載作用下承載能力的影響,進而得到最優設計取值區間。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。拓展參數結果見表4。

表4 參數拓展分析

繪制圖11承載力-管徑比關系圖和圖12延性系數-管徑比關系圖。

圖11 承載力-管徑比關系曲線

圖12 延性系數-管徑比關系曲線

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不斷增大,但增長的幅度不斷下降。當管徑比由0.07增至0.09時極限承載力提高了11%,延性系數提高了6.3%;當腹桿管徑比由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,穩定性不斷提高,腹桿與塔架整體的內力分布相匹配,協調變形,可充分發揮材料自身的各項性能。當管徑比大于0.13時,試件的極限承載力和延性系數增幅逐漸減小。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,其容易與法蘭盤產生接觸干涉,幾何適應性較差,導致螺栓擰入深度不夠,容易發生脫落現象,造成腹桿不能充分發揮其本身的材料性能。因此設計分體球型節點塔架時,為保證塔架整體充分發揮各部件的工作性能,提高經濟性與適用性,建議選取腹桿管徑比為0.12～0.13。

4.4 鋼管砼分體球形節點空間塔架體系數值模擬

為使結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,并導入ABAQUS有限元模擬軟件中,空間塔架各材料屬性、單元類型、網格劃分、接觸設置及邊界條件與平面塔架保持一致。空間塔架模型及網格劃分如圖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。高應力區出現在中層斜腹桿及分體球形節點處。

圖14 模擬塔架的應力云圖

圖15 空間塔架模擬滯回曲線

5 結 論

1) 鋼管混凝土分體球型節點風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點風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%,延性系數平均提高了7%。結合有限元,增大腹桿壁厚可以有效削弱其“捏縮”現象,使滯回環更加飽滿,提高塔架的耗能性能、延性和極限承載力。

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

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