曹雨奇， 陽(yáng)榮昌， 劉慧群， 舒 展

(1. 同濟(jì)大學(xué) 土木工程學(xué)院， 上海 200092； 2. 同濟(jì)大學(xué)建筑設(shè)計(jì)研究院(集團(tuán))有限公司， 上海 200092)

風(fēng)電是世界各國(guó)實(shí)現(xiàn)非化石能源發(fā)展目標(biāo)的最重要的可再生能源之一.風(fēng)力發(fā)電結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)規(guī)范(IEC[1]、DNVGL[2]等)主要應(yīng)用于北歐等低地震烈度地區(qū)，然而越來(lái)越多的風(fēng)場(chǎng)在北美、東亞等高地震烈度地區(qū)投入建設(shè).雖然風(fēng)荷載可能依舊是風(fēng)力發(fā)電塔結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中的控制性荷載，但是風(fēng)力發(fā)電塔在地震作用下發(fā)生損失的風(fēng)險(xiǎn)還是存在的.風(fēng)力發(fā)電塔對(duì)災(zāi)害敏感性較其他結(jié)構(gòu)高，主要原因是：風(fēng)力發(fā)電塔冗余度低，結(jié)構(gòu)等效于一根懸臂梁，任何一處截面的破壞都對(duì)整體結(jié)構(gòu)產(chǎn)生致命影響；在一個(gè)風(fēng)場(chǎng)內(nèi)，各風(fēng)力發(fā)電塔設(shè)計(jì)相同或類似，缺乏多樣性，在災(zāi)害作用下有可能發(fā)生大范圍破壞.因此，對(duì)風(fēng)力發(fā)電塔進(jìn)行抗震性能分析具有一定的重要性和緊迫性.

風(fēng)力發(fā)電塔按照建造材料主要分為鋼筒塔和混凝土塔兩大類.許多學(xué)者對(duì)風(fēng)力發(fā)電塔抗震性能的研究多集中于鋼筒塔.Nuta等[3]對(duì)1臺(tái)處于停機(jī)狀態(tài)的1.65 MW鋼筒塔進(jìn)行了地震易損性分析，得到了該類塔彎曲屈曲的破壞模式，并指出該類塔地震破壞風(fēng)險(xiǎn)較小.由于風(fēng)力發(fā)電塔結(jié)構(gòu)本身超越彈性極限就接近破壞，以及風(fēng)力發(fā)電塔越建越高的發(fā)展趨勢(shì)，抗震分析在設(shè)計(jì)中顯得愈加重要.Patil等[4]對(duì)強(qiáng)震作用下1座80 m輪轂高度的鋼筒塔進(jìn)行了易損性分析，定義了4種極限狀態(tài)，并指出基礎(chǔ)傾覆、筒壁屈服、永久變形、整體屈曲的破壞遞進(jìn)性.Sadowski等[5]以1臺(tái)70 m輪轂高度的鋼筒塔為例，對(duì)存在幾何缺陷的風(fēng)力發(fā)電塔進(jìn)行了地震分析，發(fā)現(xiàn)幾何缺陷顯著提高了風(fēng)力發(fā)電塔對(duì)地震作用的敏感性.

在我國(guó)，為解決風(fēng)電消納問(wèn)題，風(fēng)場(chǎng)分布由三北地區(qū)向中東部低風(fēng)速區(qū)轉(zhuǎn)移.高風(fēng)塔是低風(fēng)速區(qū)風(fēng)能開(kāi)發(fā)的必然選擇.高風(fēng)塔對(duì)結(jié)構(gòu)的強(qiáng)度和剛度提出了更高要求.與傳統(tǒng)鋼筒塔相比，混凝土塔具備的最大優(yōu)勢(shì)在于剛度較大.為避免自振頻率與風(fēng)機(jī)運(yùn)行頻率(葉片旋轉(zhuǎn)頻率1f和葉片通過(guò)頻率3f，f表示頻率)重合引發(fā)共振，風(fēng)電支撐結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)一般有自振頻率大于3f的剛-剛方案、介于1f和3f之間的柔-剛方案和小于1f的柔-柔方案.低風(fēng)速區(qū)鋼筒塔一般只能采取柔-柔方案，而混凝土塔則可以采用更優(yōu)的柔-剛方案.混凝土塔剛度大，機(jī)艙在相同風(fēng)荷載下更平穩(wěn)，增加了發(fā)電時(shí)間和發(fā)電量.混凝土塔還具有造價(jià)低、耐久性好、阻尼特性好、不存在局部失穩(wěn)以及中間沒(méi)有連接從而使運(yùn)營(yíng)維護(hù)成本降低等優(yōu)勢(shì).近年來(lái)混凝土塔逐漸受到關(guān)注并得到了一定的應(yīng)用.

以混凝土為主要材料建造的風(fēng)力發(fā)電塔比傳統(tǒng)鋼筒塔重?cái)?shù)倍，因此在相同外部條件下承受的地震作用顯著增大.隨著高地震烈度地區(qū)風(fēng)能開(kāi)發(fā)的推進(jìn)，地震作用在某些情況下將成為控制荷載，因此對(duì)混凝土風(fēng)力發(fā)電塔進(jìn)行抗震分析很有必要.然而，由于當(dāng)前混凝土風(fēng)力發(fā)電塔應(yīng)用相對(duì)較少，現(xiàn)階段針對(duì)混凝土風(fēng)力發(fā)電塔抗震性能的研究還不夠多.Ma等[6]采用規(guī)范反應(yīng)譜法和時(shí)程分析法分析了1座輪轂高度120 m額定功率5 MW的體內(nèi)預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔的地震響應(yīng)，討論了阻尼比和地基剛度對(duì)地震響應(yīng)的影響.周長(zhǎng)東等[7]分析了性能類似的混凝土煙囪的地震易損性.

本文以某額定功率3 MW、輪轂高度120 m的體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔為研究對(duì)象，采用開(kāi)源程序OpenSees，基于分布塑性的纖維梁柱單元建立非線性有限元模型.選取20條真實(shí)地震記錄，進(jìn)行了增量動(dòng)力分析(IDA)，并建立了概率地震需求模型。定義了損傷狀態(tài)限值并形成了體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔的地震易損性曲線，對(duì)發(fā)電塔易損性進(jìn)行分析和評(píng)估，以考察其在不同地震烈度區(qū)域的適用性.現(xiàn)有研究[8]表明，風(fēng)荷載對(duì)風(fēng)力發(fā)電塔地震易損性的貢獻(xiàn)不甚明顯，因此在分析過(guò)程中假定風(fēng)機(jī)處于停機(jī)狀態(tài)，并且不考慮風(fēng)荷載作用.

1 體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔設(shè)計(jì)

在混凝土塔外形的選擇上，單一直徑的混凝土直塔筒模板費(fèi)用低且結(jié)構(gòu)效率也較低，混凝土錐形塔筒雖然可提高結(jié)構(gòu)效率，但是其模板費(fèi)用過(guò)高.分階變徑預(yù)制體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔[9]可以較好地在模板費(fèi)用和結(jié)構(gòu)效率上取得平衡.另外，體外預(yù)應(yīng)力鋼絞線環(huán)向分布在混凝土筒壁內(nèi)側(cè)，避免了體內(nèi)預(yù)應(yīng)力方式逐段穿鋼絞線的困難，有利于提高施工效率，同時(shí)鋼絞線外露方便進(jìn)行監(jiān)測(cè)和維護(hù).塔體的構(gòu)形如圖1所示.

圖1 體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔示意圖Fig.1 Diagram of external prestressed concrete wind tower

本文以某擬建于7度設(shè)防區(qū)的體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔為研究對(duì)象.根據(jù)地勘報(bào)告，場(chǎng)地類別為Ⅲ類，設(shè)計(jì)地震分組為第三組，設(shè)計(jì)基本地震水平加速度峰值為0.10g，特征周期為0.77 s.機(jī)組額定功率為3 MW，頂部機(jī)艙、輪轂和葉片的總質(zhì)量為172 t.

混凝土風(fēng)力發(fā)電塔總高118 m，其中下部105 m為預(yù)制混凝土塔筒，頂部13 m為鋼筒.預(yù)制混凝土每段高度約為3.1 m，環(huán)形截面主要規(guī)格從下到上分別為Φ8 000 mm×350 mm、Φ6 600 mm×350 mm及Φ4 500 mm×400 mm，對(duì)應(yīng)高度分別為27.7 m、30.8 m及24.6 m，不同規(guī)格截面之間設(shè)置2節(jié)過(guò)渡段連接，過(guò)渡段高度約為6.2 m.鋼筒底部截面為Φ4 200 mm×18 mm，通過(guò)高度為1.6 m混凝土轉(zhuǎn)接段與底部混凝土塔筒連接.各節(jié)配置內(nèi)外2圈縱向受力筋(非預(yù)應(yīng)力筋)，保護(hù)層厚度50 mm，主要截面的配筋面積如表1所示.混凝土筒內(nèi)部環(huán)向均勻布置16股鋼絞線，鋼絞線在從下往上第2個(gè)過(guò)渡段位置有約1°轉(zhuǎn)折.

混凝土筒段與筒段之間抹灰找平.每股鋼絞線截面積2 660 mm2，施加預(yù)應(yīng)力3 200 kN，確?；炷敛糠衷谡Ｊ褂霉r下全截面受壓.由于部分結(jié)構(gòu)采用鋼結(jié)構(gòu)，阻尼比按4%估計(jì).

表1 主要截面縱向受力筋配筋情況Tab.1 Placement of longitudinal reinforcement in major sections

2 有限元模型

根據(jù)設(shè)計(jì)資料，采用OpenSees建模.體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔的計(jì)算模型采用底部固結(jié)的懸臂梁.采用基于柔度法的分布塑性纖維梁柱單元對(duì)塔筒進(jìn)行離散.與分段一致，在混凝土塔筒的高度方向上每3.1 m劃分一個(gè)單元，每單元設(shè)置5個(gè)積分點(diǎn).過(guò)渡段采用等截面圓筒進(jìn)行簡(jiǎn)化，其外徑和壁厚分別取該過(guò)渡段頂部和底部實(shí)際截面外徑和壁厚的平均值.每個(gè)單元截面混凝土部分離散為600個(gè)纖維(圓周方向120個(gè)，徑向5個(gè))，縱向主鋼筋根據(jù)實(shí)際數(shù)目、面積、位置建立相應(yīng)纖維.忽略截面彎曲、拉伸與剪切的耦合及剪切非線性，利用OpenSees的Section Aggregator命令對(duì)截面進(jìn)行聚合，實(shí)現(xiàn)對(duì)截面剪切、扭轉(zhuǎn)的模擬.

采用桁架單元對(duì)鋼絞線進(jìn)行模擬.通過(guò)設(shè)置鋼絞線材料的初始應(yīng)力實(shí)現(xiàn)預(yù)應(yīng)力的施加.為模擬鋼絞線與混凝土塔筒的相互作用，在混凝土塔筒頂部鋼絞線錨固位置和中部鋼絞線與混凝土過(guò)渡段接觸位置各設(shè)置16個(gè)鋼絞線桁架單元的節(jié)點(diǎn)，在頂部用弱剛度彈性梁柱單元將混凝土塔筒頂部節(jié)點(diǎn)與16個(gè)鋼絞線頂部節(jié)點(diǎn)連接，并約束這17個(gè)節(jié)點(diǎn)的3個(gè)平動(dòng)自由度；類似地，在鋼絞線轉(zhuǎn)折處用弱剛度彈性梁柱單元將中心混凝土塔筒節(jié)點(diǎn)與附近的16個(gè)鋼絞線節(jié)點(diǎn)連接，約束這17個(gè)節(jié)點(diǎn)的x向和y向平動(dòng)自由度，但允許z向出現(xiàn)相對(duì)位移，如圖2所示.這樣可以達(dá)到鋼絞線隨混凝土塔筒協(xié)同變形的效果，同時(shí)不影響鋼絞線因混凝土塔筒變形而在筒壁內(nèi)的滑動(dòng).由于在混凝土筒壁外部設(shè)置鋼絞線，因此鋼絞線的預(yù)緊力會(huì)使筒壁外側(cè)受拉、內(nèi)側(cè)受壓.采用梁柱單元無(wú)法反映這種作用.根據(jù)圣維南原理，隨力的傳遞，截面上的預(yù)壓力將趨于均勻.實(shí)體建模的有限元分析結(jié)果顯示，錨固點(diǎn)下1倍直徑范圍外截面上的預(yù)壓力已分布均勻，因而在OpenSees中采用梁柱單元對(duì)整體結(jié)構(gòu)進(jìn)行建模分析是可行的.混凝土塔筒的質(zhì)量離散到各節(jié)點(diǎn)上，頂部機(jī)艙、輪轂和葉輪的質(zhì)量設(shè)置在對(duì)應(yīng)重心位置的節(jié)點(diǎn)上，并通過(guò)剛度大的彈性梁柱單元與風(fēng)力發(fā)電塔頂部節(jié)點(diǎn)連接.模型中不計(jì)鋼絞線質(zhì)量.

圖2 鋼絞線與混凝土塔筒相互作用建模示意圖Fig.2 Diagram of strand-tower interaction modelling

由于預(yù)制段與預(yù)制段之間僅通過(guò)抹灰找平，同時(shí)鋼筋不連續(xù)，因此不考慮混凝土和鋼筋2種材料的受拉強(qiáng)度.選取Kent-Scott-Park單軸材料模型(Concrete01)作為混凝土的本構(gòu)關(guān)系模型.受約束混凝土考慮了約束箍筋對(duì)混凝土強(qiáng)度和極限應(yīng)變的提高作用，保護(hù)層按無(wú)約束混凝土材料考慮.對(duì)于外圍保護(hù)層混凝土，考慮到在強(qiáng)震作用下可能發(fā)生脫落或壓碎，故取保護(hù)層混凝土極限抗壓強(qiáng)度為零.鋼筋的本構(gòu)模型在原有Giuffre-Menegotto-Pinto模型(Steel02)基礎(chǔ)上，采用uniaxialMaterial Series命令將鋼筋材料與剛度極大的只壓不拉材料(ENT)“串聯(lián)”(應(yīng)力相等，變形疊加)，實(shí)現(xiàn)了鋼筋的只壓不拉特性.原有鋼筋材料和新定義的鋼筋材料的本構(gòu)曲線對(duì)比如圖3所示，應(yīng)力σ和應(yīng)變?chǔ)啪允軌簽檎?材料模型所需參數(shù)取值如表2和表3所示.整體有限元模型如圖4所示(為便于顯示，圖中只給出2根鋼絞線，實(shí)際為16根).

圖3 Steel02本構(gòu)與新定義本構(gòu)對(duì)比Fig.3 Comparison between original constitutive model and custom one

為驗(yàn)證建模的正確性，對(duì)模型進(jìn)行模態(tài)分析，結(jié)構(gòu)的前6階模態(tài)分析結(jié)果如表4所示.

表2 混凝土材料性能Tab.2 Material properties of concrete

表3 鋼筋材料性能Tab.3 Material properties of rebar

a 結(jié)構(gòu)示意圖b OpenSees計(jì)算模型c 主要截面

圖4體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔三維有限元模型(單位：mm)

Fig.4Three-dimensionalfiniteelementmodelofexternalprestressedconcretewindtower(unit:mm)

3 地震動(dòng)的選取

采用美國(guó)太平洋工程地震研究中心數(shù)據(jù)庫(kù)(PEER)中的地震記錄作為IDA的地面運(yùn)動(dòng)輸入.將地震縮放系數(shù)控制在0.5～2.0范圍、矩震級(jí)在6.5～8.0范圍、震中距在15～80 km范圍.根據(jù)輸入地震動(dòng)的反應(yīng)譜在周期0.05～3.00 s(約為結(jié)構(gòu)第1階自振周期的0.025～1.500倍)范圍內(nèi)擬合設(shè)計(jì)反應(yīng)譜的原則，從數(shù)據(jù)庫(kù)中挑選了20條實(shí)際地震記錄，如表5所示.所選取的地震動(dòng)平均反應(yīng)譜與規(guī)范譜的比較如圖5所示.可見(jiàn)，在周期0.05～3.00 s范圍內(nèi)，所選地震動(dòng)的平均反應(yīng)譜與規(guī)范譜吻合較理想.

表4 模態(tài)分析結(jié)果(前6階)Tab.4 Modal analysis results(the first six modes)

圖5 所選地震記錄的平均反應(yīng)譜Fig.5 Mean response spectra of the selected input ground motions

4 結(jié)構(gòu)增量動(dòng)力分析

4.1 地震動(dòng)強(qiáng)度參數(shù)的確定

峰值地面加速度具有簡(jiǎn)單直觀的特點(diǎn)，同時(shí)也是現(xiàn)行GB 50011—2010《建筑抗震設(shè)計(jì)規(guī)范(2016版)》[10]推薦的時(shí)程分析強(qiáng)度參數(shù)，因而在本文中選取峰值地面加速度作為地震動(dòng)強(qiáng)度參數(shù).

4.2 結(jié)構(gòu)需求參數(shù)的選取

為掌握結(jié)構(gòu)的破壞機(jī)理和非線性變形特征，進(jìn)而確定極限狀態(tài)，在進(jìn)行IDA前對(duì)本塔進(jìn)行pushover分析.根據(jù)之前的模態(tài)分析結(jié)果，以一階模態(tài)荷載模式施加荷載.由于前二階模態(tài)Y向頻率略微低于X向，選擇Y向作為加載方向，在下文的IDA中，也將Y向作為地震動(dòng)的輸入方向.風(fēng)力發(fā)電塔頂部位移隨底部剪力變化的荷載位移曲線如圖6所示.為掌握新定義的只壓不拉(不連續(xù))鋼筋本構(gòu)對(duì)塔結(jié)構(gòu)的影響，同時(shí)作出鋼筋采用原始可受拉(連續(xù))steel02本構(gòu)時(shí)的荷載位移曲線.從圖6可以看出，鋼筋不連續(xù)導(dǎo)致塔結(jié)構(gòu)的承載力下降了5%，塔結(jié)構(gòu)的延性下降了20%.由于鋼絞線預(yù)壓力作用，承載力和延性的折減均在可接受范圍內(nèi).

表5 用于增量分析的地震動(dòng)Tab.5 Ground motions used for incremental dynamic analysis

根據(jù)各主要截面纖維受力情況及荷載位移曲線特點(diǎn)，同時(shí)參考抗震規(guī)范層間位移角限值，以高聳結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)中常用的水平位移角[11](頂部水平位移Δ與結(jié)構(gòu)總高度H之比)為性能指標(biāo)，提取4個(gè)體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔性能點(diǎn)，如表6所示.

圖6 pushover分析得到的荷載位移曲線Fig.6 Load-displacement curve obtained from pushover analysis

4.3 IDA

對(duì)選取的20條地震動(dòng)按峰值地面加速度進(jìn)行調(diào)幅，調(diào)幅后的峰值地面加速度分別為0.05g，0.10g，…，0.75g，其中調(diào)幅梯度為0.05g.采用調(diào)幅后獲得的300條地震記錄逐一進(jìn)行彈塑性動(dòng)力時(shí)程分析，考慮二階效應(yīng).地震動(dòng)沿Y軸單向輸入.匯總多次分析得到的數(shù)據(jù)點(diǎn)，并進(jìn)行插值，得到地震動(dòng)強(qiáng)度參數(shù)(IM)和結(jié)構(gòu)破壞參數(shù)之間的關(guān)系曲線，即IDA曲線，如圖7所示.曲線形狀各異，說(shuō)明結(jié)構(gòu)的破壞機(jī)制有所不同，IDA曲線簇較為全面地反映了結(jié)構(gòu)在不同地震強(qiáng)度下可能出現(xiàn)的地震反應(yīng).

表6 體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔損傷狀態(tài)限值Tab.6 Quantitative values of each damage stage

注：層間位移角限值按規(guī)范[10]中混凝土框架結(jié)構(gòu)取值.

5 易損性分析

5.1 概率地震需求模型

結(jié)構(gòu)的地震易損性可表達(dá)為在給定地震強(qiáng)度參數(shù)下，結(jié)構(gòu)地震需求達(dá)到或超過(guò)其抗震能力的概率，如下所示：

F(y)=Pf[Ls|IM=y]=P[C≤D|IM=y]

(1)

式中：Ls為極限狀態(tài);D為結(jié)構(gòu)地震需求;C為結(jié)構(gòu)抗震能力.通常假設(shè)D和C是2個(gè)獨(dú)立的隨機(jī)變量，均服從對(duì)數(shù)正態(tài)分布，故地震易損性或失效概率可寫作

(2)

式中：Φ(·)為標(biāo)準(zhǔn)正態(tài)分布函數(shù)；SD和SC分別為D和C的均值；βD|IM為lnD在指定IM下的標(biāo)準(zhǔn)差；βC為lnC的標(biāo)準(zhǔn)差.

圖7 IDA曲線Fig.7 IDA curves

一般假設(shè)D與IM近似服從冪指數(shù)關(guān)系，如下所示：

(3)

對(duì)式(3)兩邊取對(duì)數(shù)，可得

lnSD=lna+blnIM

(4)

式中：a和b為待定系數(shù).

5.2 概率地震需求分析結(jié)果

將得到的300個(gè)峰值地面加速度-水平位移角離散數(shù)據(jù)點(diǎn)在對(duì)數(shù)空間表示，如圖8所示.其中，35次時(shí)程分析在運(yùn)算完成前出現(xiàn)了收斂困難，認(rèn)為結(jié)構(gòu)發(fā)生完全損傷，此時(shí)取已完成計(jì)算時(shí)長(zhǎng)中最大的水平位移角為此次時(shí)程分析的地震需求.

圖8 地震需求參數(shù)擬合Fig.8 Regression analysis of seismic demand parameter

采用最小二乘法對(duì)300個(gè)峰值地面加速度-水平位移角離散數(shù)據(jù)點(diǎn)進(jìn)行回歸分析，建立水平位移角與峰值地面加速度間的函數(shù)關(guān)系.概率地震需求模型為

(5)

5.3 體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔易損性曲線

將式(5)代入式(2)可得以IM表示的體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔在不同地震水平下超越某一極限損傷狀態(tài)的概率函數(shù)，如下所示：

(6)

分別將IM=0.05g,0.10g,…,0.75g代入式(6)中，可得各極限狀態(tài)在各級(jí)地震強(qiáng)度下發(fā)生的概率，形成易損性曲線，如圖9所示.在圖9中標(biāo)記不收斂時(shí)程分析頻率的散點(diǎn)，與完全損傷的易損性曲線形成對(duì)照.

圖9 體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔易損性曲線Fig.9 Fragility curves of external prestressed concrete wind tower at all damage states

由圖9可知:在7度多遇地震(峰值地面加速度0.035g)下，該混凝土風(fēng)力發(fā)電塔基本處于彈性工作狀態(tài)，發(fā)生各級(jí)損傷的概率接近零；在7度基本烈度地震(峰值地面加速度0.100g)下，該混凝土風(fēng)力發(fā)電塔發(fā)生輕微損傷的概率為1%，發(fā)生中等損傷、嚴(yán)重?fù)p傷及完全損傷的概率基本為零；罕遇地震(峰值地面加速度0.220g)下，該混凝土風(fēng)力發(fā)電塔發(fā)生輕微損傷、中等損傷、嚴(yán)重?fù)p傷及完全損傷的概率分別為40%、20%、1.3%、0.因此,可認(rèn)為該混凝土風(fēng)力發(fā)電塔滿足抗震設(shè)防的要求.另外，在8度罕遇地震(峰值地面加速度0.400g)下，混凝土風(fēng)力發(fā)電塔發(fā)生輕微損傷、中等損傷、嚴(yán)重?fù)p傷及完全損傷的概率分別為89%、74%、25%、5%.因此，在將該預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔應(yīng)用于高烈度區(qū)時(shí)應(yīng)謹(jǐn)慎計(jì)算地震作用和效應(yīng).

6 結(jié)論

(1) 體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔可采用纖維梁柱單元進(jìn)行有限元模擬.相關(guān)建模技術(shù)可供同類結(jié)構(gòu)整體分析參考.

(2) 通過(guò)pushover分析得到了以水平位移角為指標(biāo)的4個(gè)體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔的損傷限值，分別為：完好1/375、輕微損傷1/280、中等損傷1/140、嚴(yán)重?fù)p傷1/90.

(3) 體外預(yù)應(yīng)力混凝土風(fēng)力發(fā)電塔可以滿足7度設(shè)防區(qū)抗震設(shè)防要求，但在8度罕遇地震下，混凝土風(fēng)力發(fā)電塔發(fā)生輕微損傷、中等損傷、嚴(yán)重?fù)p傷及完全損傷的概率分別為89%、74%、25%、5%.因混凝土風(fēng)力發(fā)電塔的結(jié)構(gòu)自重大，所受的地震作用大，建議8度及8度以上抗震設(shè)防區(qū)應(yīng)謹(jǐn)慎使用.