九州大学学術情報リポジトリ

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九州大学学術情報リポジトリ

Kyushu University Institutional Repository

キョウフウカニオケルテットウ－ソウデンセンレンセイケイノブザイシンドウノジッタイトソノセイシンタイサクノカイハツ

本田, 誠

九州大学大学院人間環境学府

https://doi.org/10.15017/21702

出版情報：Kyushu University, 2011, 博士（工学）, 課程博士バージョン：

権利関係：

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強風下における鉄塔 - 送電線連成系の部材振動の実態とその制振対策の開発

平成 23 年 9 月

九州大学大学院人間環境学府都市共生デザイン専攻

本田誠

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第 1 章序論－本研究の目的

1.1 研究背景

電力輸送を支える送電鉄塔（写真 1. 1）は重要な社会インフラであり，鉄塔被害による電力輸送の停止は社会経済や生産活動へ与える影響が非常に甚大になることが想定され，また近年の鉄塔の大型化，鉄塔基数の増大などによって送電鉄塔の損壊による社会的影響度が大きくなっていることから送電鉄塔の高い信頼性が求められている。送電鉄塔の設計は台風などの風荷重によって設計荷重が決まることが多い。従って，送電鉄塔の信頼性を向上させるため，台風などの強風時荷重や風速変動などに伴う動的風応答などの推定精度の向上が求められている。我が国は台風常襲地帯であり，毎年のように強風被害が発生し，建築物や農作物などに甚大な被害をもたらしている。19 90 年以降の台風による被害額の多い順に並べたものを表 1. 1 に示す ¹⁾。19 91 年 19 号台風（9 119 号，MIRE ILLE）の被害額は実に 6 ,00 0 億円弱に上り，その被害の甚大さを物語っており，送電鉄塔においても九州，中国，四国地方を中心に損壊などの多くの被害が発生し，停電などにより都市機能を一部麻痺させる事態も発生した。九州地方に甚大な被害を与えた台風としては 1 991 年 1 7 号（9 117号，K INN A），1 99 3年 13号（93 13 号，YANCY），

1999 年 18 号（99 18 号，BART）が挙げられ，特に強い勢力を保ったまま熊本県

北部に上陸した後，九州北部を通過した台風 9918 号は，熊本地方気象台牛深測候所で観測史上最大の瞬間風速 6 6. 2 m/sec を記録し，不知火海の湾奥部では運悪く満潮時刻とも重なったことにより高潮・高波によって 12 名もの犠牲者がでた。また，送電設備においては，九州管内の 5 00 kV 送電用鋼管鉄塔 4 基を含む 15 基の送電鉄塔の倒損壊事故（写真 1 .2）が発生し，広範囲に亘る停電によって信号などのライフラインに大きな被害が生じた。東海地方では，台風 9 918 号による影響と考えられる竜巻も報告 ²⁾されており，二次的な被害を考慮すると台風通過地帯のみならず非常に広範囲に亘って被害が生じたと考えられる。

これらを契機に（財）電力中央送変電建設所では「局地風対策研究推進委員会」

（1 99 2～19 98 年度）や「耐風設計合理化委員会」（19 99～2 001 年度）が設置され，これらの成果として「特殊地形における送電用鉄塔の風荷重指針（案）」，「送電用

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1 2 鉄塔の風荷重指針（案）・同解説」が取り纏められた。九州電力㈱においては 9 91 8 号の被害の甚大さを鑑み，1 999 年に前田潤滋教授を委員長として「送電線耐風対策委員会」が設置され，事故時の気象状況，損壊鉄塔箇所の局地風速などを調査して損壊に至った要因を解明して，復旧対策が行われた。

このように鉄塔構造全体に対する検討は多岐にわたり行われてきたが，渦励振や振動伝播による部材振動や構面結構に起因するオバリング振動（図 1. 1）などの局部的な振動に対してほとんど検討されていない。しかし，オバリング振動や部材振動の局部的な振動はボルト接合部のボルト緩みや溶接部の疲労損傷などによる部材単体の強度低下を引起し，さらには鉄塔全体の構造安全性を低下させることが懸念される。よって，本研究では部材振動やオバリング振動の振動特性を把握するとともに，その制振対策の実機適用へ向けた効果検証を行った。

写真 1. 1 送電用鋼管鉄塔

図 1. 1 鉄塔構面のオバリング振動

平面図

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写真 1. 2 台風 9 918 号（1999 年 1 8 号）による鉄塔被害（九州）

表 1. 1 台風による被害額（19 90 年以降）

No. 死者・不明者負傷者住家被害浸水被害被害額（億円）

1 9119号 MIREILLE 62 1,499 170,447 22,965 5735

2 9313号 YANCY 48 266 1,892 10,447 1755

3 9918号 BART 36 1,077 47,150 23,218 1631

4 9019号 FLO 40 131 16,541 18,183 1322

5 0418号 SONGDA 47 1,364 57,466 10,026 1262

6 0416号 CHABA 18 285 8,627 46,581 1054

7 0514号 NABI 29 179 7,452 21,160 949

8 0423号 TOKAGE 99 704 19,235 54,850 934

9 9606号 EVE 1 27 2,361 933 788

10 9210号 JANIS 7 67 1,561 1,508 740

11 9117号 KINNA 11 94 382 2,586 511

12 9719号 OLIWA 12 25 216 16,016 403

13 0415号 MEGI 12 24 513 2,724 397

14 0206号 CHATAAN 6 29 210 10,270 353

15 0310号 ETAU 20 93 708 2,253 351

16 0704号 MAN-YI 7 83 295 3,993 253

17 0014号 SAOMAI 11 103 609 70,017 248

18 9118号 LUKE 12 23 225 52,662 242

19 9020号 GENE 6 20 210 13,318 229

20 0918号 MELOR 6 133 2,387 3,310 218

名前

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1.2 送電鉄塔耐風設計法の経緯とその概要 1.2.1 送電鉄塔設計基準

我が国における送電線支持鉄塔は電気学会電気規格調査会の送電用支持物設計

標準（JE C-1 27）をもとに設計されている。送電用支持物設計標準は送電設備の大

容量化に伴う送電鉄塔の大型化や耐風設計の研究などに基づき，1 979 年に改定され，現在の送電用支持物設計標準 JE C- 127- 19 79 が刊行された。

JEC-1 27- 1979 は，電気事業者の自主判断のもとで送電線路における補強設計用

の資料として利用されている。JE C-1 27- 19 79 は，地域性を考慮して定められた最大瞬間風速に対応する基準速度圧による部材応力度と降伏点応力度に対応させるものである。また，径間長によって一部電線と地線の風荷重の低減や前後径間長差や電線振動および風速変動の位相差などによって生じる前後径間における張力差に起因する不平均張力荷重などが考慮されている。しかし，これらは静的な風荷重に対する評価に留まっている。

現在，さらに経済性かつ構造健全性を向上させるべく，（財）電力中央研究所において組織された「耐風設計実用化検討会」（2 00 2～20 0 4 年度）の成果をまとめた「送電鉄塔の風荷重指針・同解説（20 05）」に基づく送電用支持物設計標準の改訂の動きが見られる。同指針では，風観測，風応答観測，風洞実験，気流シミュレーション解析，風応答解析などの結果をもとに，設計風速に風向特性を反映させた風向別設計風速，小地形による風速増幅，風荷重の非同時性，電線と塔体の連成系効果などを体系的に取り纏めた等価静的風荷重による設計用風荷重算定法が提案されている。

1.2.2 鉄塔 - 送電線連成系振動に関する既往の研究について

鉄塔-送電線連成系振動に関する研究は数多く報告されているが，その主な研究報告を概説する。

198 3～19 86 年，小坪ら ^{9) ~ 1 2)}は九州電力㈱の南九州幹線において，架線前後の懸垂型送電鉄塔の塔体の常時微動観測および起振機を用いた振動試験を行った。連続する 3 基の送電鉄塔に対して微小振動の範囲内では，架線前後における懸垂鉄塔の固有振動数および振動モード形状はほとんど変化しないことを示した。この

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1 5 結果は，懸垂型送電鉄塔を検討する際には，実用上，架線前の単独鉄塔の固有振動数および振動モード形状をそのまま用いても良いことを示している。

198 5～19 88 年，小園ら ^{1 3) 1 4 )}は鉄塔と送電線を一体の連成系と考え，その基本的な動的応答特性を解明する目的で解析を行なった。解析手法はケーブル構造解析に有効である混合法を採用し，鉄塔と送電線の連成振動を表現できるように工夫し，連成系の面内振動について電線と地線主体の振動モードと鉄塔主体の振動モードの関係を明らかにした。

199 0 年，大熊ら ^{1 5 )}は，鉄塔-送電線の連成振動を把握するため，平均流方向の風の乱れに起因した応答を対象にした動的応答解析と実機での応答観測の両結果から応答スペクトルの形状一致などの定性的傾向は見られたが，定量的には誤差が見られることを報告している。ここで用いた動的応答解析手法は，安井らによって改良され，金多ら，泉らにより現行設計手法の妥当性検証に使用されている。

199 6～2 002 年，Souza1 6 ) 1 7) 1 8 )

は鉄塔と電線に及ぼす非共振成分と共振成分の影響を個々に評価し，高次モードまで考慮した一般式を提案した。また，電線の風応答下で相似則を満足するような模型を用いた風洞実験を行い，電線支持点反力の平均値，標準偏差および最大値が提案した一般式による結果と概ね対応することを示した。

199 8～19 99 年，岡田ら ^{1 9 ) 2 0)}は水平角と電線の線路直角方向反力の関係をガスト応答解析により考察し，線路方向直角方向の風向を有する風に対して，水平角度 60 度で最大を示すこと，また電線張力差の相関は，腕金の左右・上下方向の張力差は風の空間相関でほぼ近似できることを報告している。

また，2 000 年に著者ら ^{2 1 ) 2 2)}によって懸架方式と径間比の影響について把握するため，1 基 2 径間の鉄塔-送電線連成系モデルを用いた一様流の風洞実験を実施した結果，懸垂がいしによって不平均張力が緩和されることを示した。風洞実験と混合法 ^{2 3 ) 2 4)}を用いた解析は良く一致し，径間長と水平角および懸垂がいしの影響について解析的に把握できることを報告した。

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1.2.3 耐風性能向上対策の事例

1999 年 1 8 号台風（9 918 号）による九州管内の鉄塔被害を受けて九州電力㈱内に設置された「送電線耐風対策作業会」の補強対策分科会で提案された JE AC60 01

（第 6-2 条）に対応したより精度の高い設計手法が提案された。本手法は，気流シミュレーションを用いて鉄塔建設地点の風況特性を詳細に把握し，また鉄塔塔体の風力係数を部材集計法により詳細に算出するなど，外力評価の精度を向上させたものである。

九州管内の既設鋼管鉄塔の一部を立地場所や重要度などから選定し，上記設計手法に基づき強度評価した結果，主柱材で強度不足となるものが見られた。本節では，上記を受けて考案された既設鋼管鉄塔主柱材の補強対策について紹介する。

本補強対策が提案されるまでは，補強対策として図 1 .2 に示すような主柱材取替工法 2 5 ) 2 6 )

やコンクリート充填工法および現場溶接工法 ^{2 7) 2 8 )}などが実施されていた。しかし，施工性や作業性および経済性などの問題も少なくなかったため，これらを満足する有効な補強対策の必要性が求められていた。よって，松永ら ^{2 9 )} は合理的かつ経済的な補強対策として添接材および補助材による補強工法（図 1. 3，図 1 .4）を提案し，耐力実験および数値解析から，その有効性を示している。また，実機鉄塔を用いた振動実験を実施し，本対策による振動特性への影響は微小であることも報告している。海老原ら ^{3 0)}は，上記工法において補強後の空力特性，より合理的な補強材の検討および選定，強風下における補強効果について構造実験や数値解析を基に検討し，本対策の有効性および合理化について報告している。

しかしながら，上記に示した対策方法は鉄塔塔体の耐風性能向上には非常に有効であると考えられるが，本研究で明らかとなったオバリング振動などの局部的な部材振動などに対しては効果が期待できないと考えられる。

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1 7

図 1. 3 添接材補強工法

図 1. 4 補助材補強工法図 1. 2 既往の補強対策

主柱材取替工法コンクリート充填工法現場溶接工法

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1.3 研究目的

社会インフラの重要な役割を果たしている送電鉄塔において，これまで幾多の台風による強風被害が発生している。その強風被害の経験から送電鉄塔の耐風性能向上の必要性が論じられるとともに，鉄塔-送電線連成系振動を把握するために実機を用いた振動実験や台風観測および混合法などによる鉄塔-送電線連成系モデルを用いた数値解析などが行われてきた。よって，鉄塔-送電線連成系の振動特性については大部分が明らかとなり，それらの結果を鉄塔設計に反映させることで耐風性能は向上したものと考えられる。また現在，外力である風の乱れの強さや乱れのスケールなどの変動風速の空間構造特性や鉄塔の振動特性に応じた風荷重の算定，地形による風速への影響，風荷重の非同時性，鉄塔-電線連成系振動による動的応答などを観測や風洞実験および動的応答解析から明らかにして体系的にまとめた等価静的風荷重による設計用風荷重算定法などや，既設鉄塔に対する補強対策の充実によって，更に耐風性能が向上していることが想定される。

しかしながら，渦励振による部材振動や著者らの強風応答観測結果において明らかとなった構面結構に起因する構面外に部材が振動するオバリング振動などの局部的な振動の発生メカニズムや強度評価手法については検討されていない。このような部材振動は，減衰が非常に小さいため，長期間に亘り断続的に発生することが予想されることからボルト接合部（写真 1 .3）のボルト緩みや溶接部の疲労損傷などが懸念される。ボルト接合部のボルト緩みや溶接部の疲労損傷は，一般的に鉄塔部材で処理されているめっき面の剥離や損傷を引起して腐食を誘発し，部材自体の強度低下を招く可能性がある。また，最悪の場合，ボルト緩みの進展によるボルト脱落から部材脱落を招く可能性も考えられる。疲労損傷や腐食による部材自体の強度低下やボルト脱落に伴う部材脱落などは構造全体の安全性を低下させ，耐風性能を著しく低下させる可能性が考えられる。

本論文では，基本的なオバリング振動および部材振動の振動特性について強風応答観測および過去の観測データを用いて把握を試み，また，これまで塔体振動にどのような影響を与えるのか検討されていなかった耐張型鉄塔に存在する前後径間の送電線を連結するジャンパ線の振動抑制のために取付けられている吊架ジャンパ装置 ^{3 1) 3 2 )}（写真 1 .4）の振動特性についても検討した。その結果，オバリング振動や部材振動は塔体振動や電線振動などからの振動伝播および風荷重の影響など多種多様な要因が考えられたため，その主要因について明確にすることはできなかったが，鉄塔の構造安全性を維持するために簡便かつ経済的な対策が必

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1 9 要であると考えられた。

従来，渦励振による部材振動 ^{3 3) 3 4 )}に対する対策は付加構造材の挿入や部材自体のサイズアップなどが実施されてきたが，振動伝播による部材振動に対する制振効果について検討されておらず，その制振効果には不明な点が残っている。

よって本研究では，部材に高減衰ゴムを貼付して部材自体の減衰を増加させることによる制振対策を提案し，高減衰ゴムの材料特性把握から高減衰ゴム貼付による基本的な制振効果を鋼板片持ち梁モデルの振動試験から明らかにし，本対策の有効性について検討した。また，高減衰ゴムの材料特性を反映させた数値解析から貼付位置などの制振効果への影響を把握するとともにオバリング振動に対する制振効果への有効性についても確認し，実機適用へ向けた基礎データを収集した。

写真 1. 3 送電鉄塔ボルト接合部（U 字継手）

写真 1. 4 吊架ジャンパ装置吊架ジャンパ装置

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1 10

1.4 本論の構成について

本論文の構成を以下に示す。

第 1 章では，研究の背景と目的を述べるとともに，本研究の課題および位置づけを明らかにするため，送電鉄塔に関する現行の耐風設計および現状，既往の研究例を示し，併せて研究の概要と本論文の構成を示す。

第 2 章では，諸元の異なる 2 つの実機耐張型鉄塔における季節風および台風通過時の強風応答観測データから基本的なオバリング振動および部材振動の振動特性について考察する。また，これまで未検討であったが，塔体や他部材への影響が考えられていた吊架ジャンパ装置の振動特性を明らかにし，吊架ジャンパ装置振動と塔体振動との相関についても考察する。

第 3 章では，第 2 章において吊架ジャンパ装置振動は塔体振動に従属していたため，塔体振動や部材振動に与える影響は小さいと考えられたが，無風時における基本的な振動特性の把握および塔体振動や部材振動との相関について検討するため，観測鉄塔を用いた吊架ジャンパ装置の自由振動試験および強制加振試験および塔体線路直角方向強制加振試験を実施した。

第 4 章では，第 3 章で実施した吊架ジャンパ装置の強制加振試験において吊架ジャンパ装置振動によって，塔体振動が励起されることが分かったが，塔体に設置した反力点による影響によって励起された可能性が考えられたため，4 基 3 径間鉄塔-送電線連成系モデルを用いた吊架ジャンパ装置の強制加振試験のシミュレーション解析を実施し，吊架ジャンパ装置振動が塔体振動に与える影響について考察する。また，無風時において吊架ジャンパ装置が部材振動に与える影響についても考察する。

第 1 章から第 4 章を通して強風下で発現することが明らかとなったオバリング振動や部材振動の主要因はその発生メカニズムの複雑さから特定できなかったが，それらは風速増加に伴い振幅が増幅し，また減衰が非常に小さいため長期間にわたって振動するため，ボルト接合部のボルト緩みや溶接部の疲労損傷が懸念されることが分かった。

第 5 章では，部材振動による部材強度低下が鉄塔の構造安全性の低下を招くのを防止するため，部材振動のような微小振幅においても制振効果が期待できる高減衰ゴムを用いた制振対策を選定し，高減衰ゴムの材料特性試験および鋼板片持ち梁モデルを用いた振動試験およびそのシミュレーション解析から，基本的な制振効果について考察した。

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1 11 第 6 章では，実験計画法を適用して設定した高減衰ゴムの設置箇所や周波数などの組合せで解析を実施し，各パラメータが制振効果に与える影響について考察する。また，オバリング振動が生じたパネルを模擬した解析モデルを用いた過渡応答解析を実施して実機における本対策の有効性および実現可能性を確認するとともに，実機適用へ基礎データ収集を実施した。

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第 2 章強風下の部材振動および

吊架ジャンパ装置の振動の実態

本章では，諸元の異なる 2 種類の耐張型鉄塔である鉄塔 A と鉄塔 Bを用いた強風応答観測を実施した結果をもとに，強風下において発現が確認された鉄塔構造に起因して構面が面外振動するオバリング振動および部材振動についての基本的な振動特性について検討するとともに，これまで検討されていなかった吊架ジャンパ装置の振動特性および塔体振動との相関について検討した。

2.1 .1 節と 2.2 .1 節では吊架ジャンパ装置の振動特性および吊架ジャンパ装置振動と塔体振動の相関について検討を行い，2. 1.2 節と 2. 2.2 節では過去に実施した観測データ ^{3 5) 3 6 )}をもとに強風下で生じるオバリング振動および部材振動について検討する。

2.1 鉄塔 A における観測結果

2.1.1 鉄塔諸元および固有値解析

図 2.1 に鉄塔 A の位置，図 2.2 に平面図と側面図，図 2 .3 に立面図をそれぞれ示す。表 2 .1 に鉄塔 A の諸元を示す。鉄塔 A は 4 導体の 5 00 kV 耐張型鋼管鉄塔である。

図 2. 2 に示すような鉄塔 A を含む 4 基 3 径間の鉄塔-送電線連成系モデル ^{1 4}^）^{2 3}^）

2 4 )を用いた固有値解析 ^{3 7 )}の結果から抽出した鉄塔 A の線路直角方向に着目した

振動モードを図 2. 4 に示す。前後鉄塔の高低差が小さく吊架ジャンパ装置の振動が塔体の線路方向振動へ与える影響は小さいと想定されたため，塔体振動は線路直角方向にのみ着目して検討した。

固有値解析結果から線路直角方向の鉄塔 1 次振動モードは 1 .2 0Hz，鉄塔 2 次振動モードは 3 .0 7Hz，鉄塔 3 次振動モードは 5 .84Hz であることが分かった。図 2. 4 中に後節で述べる常時微動計測結果および予備加振試験から得られた試験結果を併記しているが，解析結果と試験結果から得られた固有振動数はとほぼ同値であ

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2 13 ることから，振動モードの同定および解析モデルの精度について問題ないことを確認した。

表 2. 1 鉄塔諸元（ ※ 中空鋼管）

電圧 500 kV

電力線 ACSR61 0×4 懸架方式耐張

塔高 70( m)

重量 59. 5( ton) 水平角度 3 ﾟ56’

地線外側 OPAS1 00

内側 AS1 00

径間若番側 217( m) 老番側 528( m)

図 2. 3 鉄塔 A の立面図

8.6ｍ 3.8ｍ

塔高 70 m 塔高

67. 1 m

塔高 73. 9 m

塔高 68. 5 m 若番側

老番側

対象鉄塔 2.5ｍ

鉄塔 A

図 2. 1 鉄塔 A

θ=3 ﾟ 56’

528ｍ 217ｍ θ=0 ﾟ 0’ 520ｍ

対象鉄塔

若番側老番側

図 2. 2 鉄塔 A の平面図と側面図

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図 2. 4 振動モードおよび試験・解析結果の固有振動数比較 Mode1 試験結果：

1.1 9Hz 解析結果：

1.2 0Hz 誤差：

+0. 8%

Mode2 試験結果：

3.0 7Hz 誤差：

-0.3%

5.8 4Hz 誤差：

-0.3%

若番側

老番側

若番側

老番側

若番側

老番側

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2.1.2 常時微動計測

写真 2 .1 に超音波風速計と加速度計の設置箇所および 3. 1 節で実施した加振試験の加振箇所を示す。

図 2 .5 に常時微動計測で得られた塔頂部加速度のパワースペクトル ^{3 8)}を示す。線路直角方向加速度のパワースペクトルは 1 . 19Hz で高いピークを示す。塔頂と 4 番パネルおよび1 4番パネルの加速度の計3箇所の計測結果と前節の固有値解析結果より 1. 19Hz は塔体 1 次モードと同定した。この結果から 3 .1. 3 節の塔体加振試験では 1. 19Hz を目標として加振を行っている。

図 2 . 5 下の線路方向加速度のパワースペクトルは広い周波数帯域で幾つものピークを有することが分かった。いくつかの報告 ^{3 9)}で指摘されている電線の影響によって生じる耐張型鉄塔特有の塔体と電線の連成振動によるものであると考えられる。

写真 2. 1 鉄塔 A

（センサ設置箇所および加振箇所）吊架ジャンパ装置

加振箇所

塔体加振箇所 C1

C2

C3

：起振機：加速度計

：超音波風速計図 2. 5 常時微動計測における

塔頂加速度パワースペクトル線路直角方向

Fr eq uenc y (Hz)

線路方向

Fr eq uenc y 1.1 9Hz

Power Spectrum((cm/s2 )2 ･s)Power Spectrum((cm/s2 )2 ･s)

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2 16

2.1.3 季節風強風下における吊架ジャンパ装置振動

十分な強風とは言い難いが，塔頂部で風速約 10 m/sec が計測された時の塔頂部の風速および風向を図 2.6 に示す。風特性は標準偏差 σ が 1 .9 5 m/sec，乱れの強さ I が 20 .2%であり，風向は線路方向に対して 135 度前後であった。

その風況下で観測した吊架ジャンパ装置の法線方向加速度波形およびそのパワースペクトルを図 2. 7 に示す。パワースペクトルは 3. 1.1 節で実施した吊架ジャンパ装置の自由振動試験で得られた吊架ジャンパ装置の法線方向の固有振動数 0.5 8Hz 付近でピークを示し，2～3Hz には緩やかなピークを示す傾向が見られ，また 7. 8Hz と 8 .4Hz では鋭いピークを示すことが分かった。加速度波形においても長周期波の中に高い周波数の波が重なり合っていることが目視できる。

2.1 .1節の固有値解析をもとにパワースペクトルで高いピークを示した 7 .8Hzと 8.4Hz について検討した結果，それらの周波数に図 2.8 に示す腕金の上下振動が支配的なモードが存在していることが分かり，7.8Hz は腕金対称変形モード，8 .4Hz は腕金非対称変形モードに対応していると考えられる。よって，吊架ジャンパ装置は固有振動数で振動しながら腕金の上下振動が支配的な振動モードの影響も受けて振動していたと推量できる。また，2～3 Hz に若干のピークが見られるが，塔体2次モードが3. 08H zに存在することやその他にも固有値解析結果から塔体の捩れモードや塔体の線路方向モード等がその周波数帯域に多数存在することが確認されており，それらの塔体振動による影響を受けていると考えられる。

図 2. 9 は図 2. 7 に示す吊架ジャンパ装置の加速度波形に対する時間-周波数解析

4 0 )（STFT：shor t- ti me Fo urier tra nsfor m 短時間フーリエ変換）の結果である。約

50sec までは 0 .55 Hz と 3.0 Hz および 8 .0Hz 付近でほぼ同程度のピークを示し，その後は 3 .0H z 付近でのピークは無くなり，8 . 0Hz 付近のピークが急激に大きくなっている。図 2 .7 の加速度波形を見ると約 5 0sec 付近より応答値が大きくなり，高い周波数が重合していることが分かる。また，吊架ジャンパ装置の固有振動数と考えられる 0 .5 5Hz 付近のピークは 7 5sec 付近で最も高い値を示すが，その他の時間においてはある程度一定したピーク値を示した。強風下では，吊架ジャンパ装置は常時固有振動数で振動するものと考えられるが，振幅そのものは必ずしも定常状態が長く続くわけではなく，振幅を強弱させながらうねりのような現象が長く続くと考えられる。

上記より，強風下において吊架ジャンパ装置は固有振動数で振動するが，塔体や腕金等の振動モードの影響を強く受け，複雑な振動状態が続くことが分かった。

(25)

2 17 吊架ジャンパ装置の振動は腕金を含む塔体振動による影響で複雑な振動特性を示していたことから，吊架ジャンパ装置の振動が塔体振動に与える影響を把握することは困難であった。

図 2. 7 吊架ジャンパ装置加速度（法線方向）及びパワースペクトル Acceleration (cm/s2 )

Ti me (sec)

Fr eq uenc y (Hz) Power Spectrum ((cm/s2 )2 ･s)

8.4 Hz 7.8 Hz

2～3Hz 0.5 5Hz

Acceleration (cm/s2 )

Ti me (sec)

図 2. 6 塔頂の風速及び風向

Wind speed (cm/s)

Ti me (sec)

135 度前後

(26)

2 18

図 2. 8 腕金の固有振動モード Sy mmetr y

7.8Hz

Dissy mmetr y 8.4Hz

腕金対称モード腕金非対称モード

吊架ジャンパ装置 1 次固有振動数

図 2. 9 吊架ジャンパ装置加速度（法線方向）の Shor t- Ti me Four ier Tra nsfor m

(27)

2 19

2.1.4 台風 0314 号通過時における

オバリング振動および部材振動

過去に実施した台風 0 31 4 号通過時における観測結果 ^{3 5)}をもとに，強風下での部材振動について検討した。

図 2. 10 に台風 03 14 号経路図および鉄塔 A の位置を示す。図 2. 11に示すように鉄塔 A の塔頂に風向風速計，14 パネルに加速度計をそれぞれ設置していた。

図 2 .1 2 に計測された塔頂部風速，14 パネルの腹材交点（A 点と B 点）の加速度とそのパワースペクトル，および A 点と B点の加速度のコヒーレンスをそれぞれ示す。計測データは塔頂部風速において最大瞬間風速が記録されたときの 10 分間データである。A 点と B 点の加速度は風速増加に伴い，増大する傾向を示すことが分かった。また，A 点と B 点のコヒーレンスは 3 .4Hz で-1 .0 と両者は逆相で振動していたこと，また目視により両者は構面内外に振動していたことから 3.4Hz で図 2. 13 に示すようなオバリング振動が生じていたことが分かった。また， A 点と B 点ともパワースペクトルにおいて，14Hz と 23Hz 近傍でもピークが見られるが，過去の振動試験や 5 .6 .1 節に述べる固有振動解析から部材単体の振動と考えられる。しかしながら，14 Hz と 2 3Hz 近傍のピーク値はオバリング振動の 3.4Hz より非常に小さい。従って，腹材は部材単体の振動よりもオバリング振動が支配的であったと考えられる。

A 点の加速度を用いて，RD 法によりオバリング振動の減衰を算出した結果， 0. 4～0 .5%と非常に小さいことが分かった。このように減衰が著しく小さい場合，振動が励起され易く，振動が収まり難いため，長期間断続的な振動の発生が想定されることから接合部のボルトの緩みや溶接部等への疲労損傷が懸念される。

上記のように構面結構に起因する部材振動の一つであるオバリング振動が強風下において観測されたが，オバリング振動を引き起こす要因には風外力や他部材や吊架ジャンパ装置または塔体振動などからの振動の伝播が考えられるが，原因の特定にはデータが不足していることや従来のスペクトル分析のみでこのような部材振動に対する他振動の伝播を定性的および定量的に評価するのは非常に困難であること，また，多要因が混在する中における振動伝播による影響のみを抽出する有力な手法が確立していないことから特定することができなかった。

しかし，強風下におけるオバリング振動や部材振動によって引き起こされる部材単体の強度低下は，鉄塔の構造安全性の低下を招く可能性が考えられるため，制振対策が必要であると考えられる。

(28)

2 20

図 2. 10 台風 T0 31 4（MAE MI）経路および鉄塔 A 位置

※ 気象庁 H P より引用台風 T0 314

（MAEMI）

鉄塔 A

図 2. 11 観測鉄塔および計測項目

●風車型風向風速計

▲加速度計

70000

216 00 250 0

216 00 206 00 196 00

950 0 470 0

A B

GW

C2 C1

C3

A B

－－

＋

(29)

2 21

図 2. 13 鉄塔構面のオバリング振動平面図

図 2. 12 観測データおよびスペクトル解析結果塔頂部風速

加速度( A)

加速度(B)

加速度( A)と( B)のコヒーレンス

加速度( A)のパワースペクトル

加速度(B)のパワースペクトル

(30)

2 22

2.2 鉄塔 B における観測結果

2.2.1 鉄塔諸元および固有値解析

鉄塔 B の位置と全景を図 2. 14 と写真 2 .4 にそれぞれ示し，表 2.2 と図 2 .15 に鉄塔諸元を示す。鉄塔 B は前後径間が 2 44 m と 2 98 m，水平角度が 8 ﾟ 28’，鉄塔高低差が若番側+ 33 .8 m と老番側- 14 .9 m であり，鉄塔 A よりも前後鉄塔の高低差や水平角度が大きい。

2.1 . 1節と同様に図2 .1 5に示す4基3径間の鉄塔-送電線連成系モデルを作成し，固有値解析を行った結果を図 2 .16 と図 2 .17 に示し，図中に 2 .2. 2 節に示す常時微動計測と予備加振試験から得られた結果をもとに同定した固有振動数も併記する。

鉄塔 B では鉄塔 A よりも前後鉄塔の高低差や水平角度が大きいため，塔体の線路方向への振動が考えられたため，本節では塔体の線路方向振動モードについても検討した。

固有値解析から線路直角方向の鉄塔 1 次振動モードは 1.1 4，1 .27，1. 39，1 .9 3Hz と多数存在することが分かり，次節に示す常時微動計測および予備試験の結果と概ね合致することが明らかとなった。塔体 1 次振動モードが多数存在するのは電線や地線による影響であると考えられる。線路方向は固有値解析から塔体 1 次モードは 1. 37Hz，塔体 2 次モードは 3 .0 8，4 .0 9 Hz であることが分かり，次節の常時微動計測および予備試験からもほぼ同値で同振動モードが存在することが分かった。既往の研究 ^{4 1 )}と同様に電線の影響を受けて，線路方向の塔体 1 次振動モードは多数存在することが分かった。

上記の結果から次節に示す常時微動計測および予備試験を踏まえた卓越振動数は固有値解析結果で得られた線路方向および線路直角方向の塔体 1 次振動モードに良く合致することが分かった。従って，解析モデルの妥当性を確認したと同時に振動モードを同定することができた。

(31)

2 23

図 2. 14 鉄塔 B 鉄塔 B

写真 2. 4 鉄塔 B

（若番側から）

電圧( kV) 220

懸架方式耐張型

電力線 NS- TACSR61 0×4

地線 NS- AC2 20

塔高( m) 64. 5

質量( ton) 45. 4

径間( m)

若番側 244

老番側 298

水平角度( deg) 8ﾟ 28’

表 2. 2 鉄塔諸元（ ※ 中空鋼管）

64. 5 m 39. 8

33. 8 m 57. 6 m

60. 6 m 54. 6 m

14. 9 m

鉄塔 B 若番側

老番

図 2. 15 鉄塔 Bの平面図・側面図

θ=0ﾟ

θ=8 ﾟ2 8’

399 m

244 m 298 m

(32)

2 24

1.1 4Hz 誤差：

0%

若番側

老番側

1.2 7Hz 誤差：

0%

1.3 9Hz 誤差：

0%

1.9 3Hz 誤差：

+0. 5%

図 2. 16 線路直角方向の塔体振動モード

(33)

2 25

図 2. 17 線路方向の塔体振動モード若番側

老番側

1.3 7Hz 誤差：

-0.7%

3.0 8Hz 誤差：

1.7%

4.0 9Hz 誤差：

1.5%

解析結果： 0.3 0Hz

(34)

2 26

線路直角方向

線路方向

図 2. 19 塔頂加速度のフーリエスペクトル Fourier Spectrum(cm/s2 ･s)

Fr eq uenc y(Hz)

Fourier Spectrum(cm/s2 ･s)

Fr eq uenc y(Hz)

2.2.2 常時微動計測

図 2 .18 に風速計と加速度計の設置箇所および 3 .2 節の吊架ジャンパ装置の自由振動試験や強制加振試験および塔体加振試験における加振箇所を示す。図 2. 19 に鉄塔 Bの常時微動計測で得られた塔頂部の線路方向と線路直角方向の加速度から算出したフーリエスペクトルを示す。予備試験として実施した起振機を用いたスイープ加振と各センサ位置間のコヒーレンス分析によって，線路直角方向で 1. 14， 1.2 7，1. 39，1 .9 2Hz に，また線路方向で 1. 38 Hz に塔体 1 次振動モードを，さらに線路方向で 3. 03 と 4. 03Hz に塔体 2 次振動モードが確認できた。前節で示したように固有値解析は常時微動計測における卓越周波数と良く対応していることが分かった。

ここで線路方向 0 .3Hz 付近において大きなピークを示しているが，図 2. 17 に示す固有値解析結果から電線の大きな振動を伴う線路方向の塔体 1 次振動モードであると考えられたが，周期が長く起振機の仕様では加振できなかったため，同定することはできなかった。しかし，前節の固有値解析結果と常時微動計測から同定した振動モードは良く合致しており，解析モデルの精度は高いと考えられることから，図 2. 17 右下で示すような電線の大振動を伴う線路方向塔体 1 次振動モードであると推量できる。

C1 C2 C3

図 2. 18 センサ設置箇所および加振箇所

（若番側からの立面図）塔体加振箇所

吊架ジャンパ装置加振箇所

：加速度計：風速計

(35)

2 27

2.2.3 台風 0705 号通過時における吊架ジャンパ装置振動

図 2. 20 に示す台風 070 5 号通過時において鉄塔 B の塔頂部で最大瞬間風速

（2 9. 2 m/sec）を観測したときの 10 分間風速データを図 2 .21 に示す。平均風速は 14 m/s であった。計測項目は図 2. 18 と同じである。

塔頂部の線路方向および線路直角方向の加速度，吊架ジャンパ装置の老番側法線方向加速度を図 2. 21 左側に示し，右側に 1 0 秒間抽出データを示す。図 2. 21 の下側には塔頂部と吊架ジャンパ装置の加速度記録 6 00 sec 間のフーリエスペクトルも示す。

塔頂部加速度の線路直角方向成分 1. 4Hz は塔体 1 次振動モードに対応するものである。また線路方向成分では，0 .3，1 .3，3. 0，4 .0Hz に卓越成分が現れている。吊架ジャンパ装置の法線成分は塔体の線路直角方向とほぼ同じ卓越周波数成分の分布を示す（図 2 .21 参照）。鉄塔 Bにおいては，鉄塔 A で見られた腕金上下振動モードの影響（2. 1.1 節）は見られなかったが，吊架ジャンパ装置は塔体振動に従属して振動していたことから，吊架ジャンパ装置は塔体や腕金の振動の影響を強く受けて振動すると推量できる。また，3 .2 .1 節で実施した吊架ジャンパ装置の自由振動試験から得られた固有振動数では振動していないことが分かった。

上述から，強風下では吊架ジャンパ装置の振動は塔体や腕金の振動の影響を強く受けると考えられ，また，吊架ジャンパ装置の振動が塔体振動に与える明確なデータが得られていないことなどから吊架ジャンパ装置振動が塔体振動に与える影響は小さいものと考えられる。しかし，吊架ジャンパ装置が大揺動するような風況特性下においては，塔体振動や部材振動へ影響を及ぼすケースもあるものと推量できる。

よって，振動伝播を定量的に評価する手法が確立されていないため，断定することはできないが，吊架ジャンパ装置振動によって部材振動などが励起する可能性も残されているのではないかと考えられる。

ただし，今回の観測データのみではデータが不足しているため，吊架ジャンパ装置の振動による他部材や塔体の振動への影響などを詳細に検討することが困難であるため，さらにデータを蓄積して様々な風況特性下における振動状態を検討する必要がある。同時に振動伝播の評価手法について確立する必要があるものと考えられる。

(36)

2 28

図 2. 20 台風 07 05 号( USAG I) 経路図

鉄塔 B

T0 705 (U SAGI)

C1 C2 C3

図 2. 18（再掲）センサ設置箇所および加振箇所

（若番側からの立面図）塔体加振箇所

吊架ジャンパ装置加振箇所

：加速度計：風速計

(37)

2 29

平均風速： 1 4 . 5 m / s 最大瞬間風速： 2 9 . 2 m / s 標準偏差： 4 .3 m / s 乱れの強さ： 2 9 . 5 %

図 2. 21 台風 07 05 号通過時の塔頂部での風速と

塔頂部と吊架ジャンパ装置の加速度（法線方向）およびそれぞれのフーリエスペクトル加速度(cm/s2 )

Ti me( sec)

加速度(cm/s2 )

Ti me( sec)

加速度(cm/s2 )

Ti me( sec)

加速度(cm/s2 )

Ti me( sec)

風速(cm/s)

Ti me( sec)

風速(cm/s)

Ti me( sec)

左図から抽出した 10 秒間の吊架ジャンパ装置加速度(法線方向) 左図から抽出した 10 秒間の塔頂部加速度

左図から抽出した 10 秒間の風速塔頂部での風速

塔頂部の加速度

吊架ジャンパ装置加速度(法線方向)

約30度鉄塔 B

線路方向線路直角方向

Fourier Spectrum(cm/s2 ･s)

Fr eq uenc y(Hz) 2 u･/smcm(trFcepr Srieuos)

Fr eq uenc y(Hz) 0.3 0Hz

3.0 3Hz 3.9 9Hz

1.4 3Hz

1.4 1Hz 1.3 2Hz

1.2 9Hz 1.1 5Hz

1.0 4Hz

1.1 2Hz 1.0 5Hz

塔頂部加速度のフーリエスペクトル吊架ジャンパ装置加速度(法線方向) のフーリエスペクトル

線路方向線路直角方向

(38)

2 30

2.2.4 台風 0918 号通過時における

オバリング振動および部材振動

図 2. 22 に台風 09 18 号経路図，図 2.2 3 に塔頂部において最大瞬間風速 1 6. 2 m/sec を記録したときの 1 0 分間風速データを示す。風向は線路方向に対して約 60°であった。台風 09 18 号は九州の東側を通過し，台風から鉄塔 B までの距離が遠かったため，十分な強風ではない。

図 2. 24 に風速計と加速度計設置位置を示す。風速計は塔頂部，加速度計は 13 パネルの AB 面と BC 面の腹材にそれぞれ取付けていた。

図 2. 25 に腹材の AB 面と BC 面の加速度を示し，図 2. 26 にそれらのパワースペクトルを示す。図 2. 27 には腹材 AB 面と BC 面の各加速度のココヒーレンスを示す。

図 2 .26 のパワースペクトルから AB 面と BC 面の両面の腹材は，7Hz と 23Hz で高いピークを示すことが分かり，図 2 .27 に示すココヒーレンスにおいて 7Hz で-1 . 0 と負の相関を示していることから結構に起因するオバリング振動が生じていたと考えられる。2 3Hz^{3 6)}では高い相関が認められないことから，部材単体の振動が各々で生じていたと考えられる。図 2. 2 5 の加速度波形の 1 00～1 40 sec および 32 5～3 35 sec で見られるように風速の増加に伴って，加速度も増加する傾向が見られることが分かり，4. 1.2 節と同様の傾向を示すことが分かった。

図 2. 23 に示す風況下で，オバリング振動や部材単体の振動が生じることが明らかとなり，風速増加に伴い，その振幅は増加することも明らかとなった。上記よりオバリング振動や部材単体の振動を誘発する一因として，風荷重が考えられるが，塔体振動による影響や他部材または吊架ジャンパ装置の振動伝播による影響も考えられる。文献 3 6)では，塔体や他部材および吊架ジャンパ装置の振動とのスペクトル解析からオバリング振動や部材単体の振動の要因について言及しているが，振動伝播をスペクトル解析のみでどの程度定量的な評価が可能か，または振動伝播による影響をオバリング振動や部材単体の振動の外力としてどのように定量的に評価するのか，などの課題が残されていると考えられる。また，図 2. 25

～図 2 .27 に示したように強風下においてオバリング振動や部材単体の振動が生じることは確認されたが，前後鉄塔の高低差や水平角度および結構など鉄塔の条件は多種多様であり，様々な要因が考えられるため，振動の主因を明らかにするのは非常に困難であると考えられる。

(39)

2 31

観測鉄塔

図 2. 22 台風 09 18 号（ME LO R）

経路図鉄塔 B

T0 918 (MELOR)

図 2. 23 10 分間の塔頂部風速

0 100 200 300 400 500 600 0

10 20

風速 ( m /s )

16. 2 ( m/s)

Time (sec)

約 60 度鉄塔 B

C1 C2 C3

図 2. 24 センサ設置箇所および加振箇所

（若番側からの立面図）

：加速度計：風速計 a b

b c

(40)

2 32

図 2. 26 腹材加速度のパワースペクトル図 2. 25 腹材加速度

図 2. 27 腹材加速度 AB 面と BC 面のココヒーレンス

0 10 20 30

-1.0 -0.5 0.0 0.5 1.0

Frequency (Hz)

Co-coherence

0 10 20 30

10

^-4

10

^-3

10

^-2

10

^-1

10

⁰

10

¹

Frequency (Hz)

Power spectrum / Variance (s)

305 315 325 335

-400 -200 0 200 400

Time (sec)

K11-13ﾊﾟﾈﾙ腹材AB面-面外 (cm/s2)

0 100 200 300 400 500 600 -400

-200 0 200 400

Time (sec)

K11-13ﾊﾟﾈﾙ腹材AB面-面外 (cm/s2)

0 10 20 30

10

^-4

10

^-3

10

^-2

10

^-1

10

⁰

10

¹

Frequency (Hz)

Power spectrum / Variance (s)

305 315 325 335

-400 -200 0 200 400

Time (sec)

K12-13ﾊﾟﾈﾙ腹材BC面-面外 (cm/s2)

0 100 200 300 400 500 600 -400

-200 0 200 400

Time (sec)

K12-13ﾊﾟﾈﾙ腹材BC面-面外 (cm/s2)

23 7 (Hz)

7 (Hz)

23 ( Hz)

7 (Hz)

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