設備激勵下山西河津電廠結構振動測試研究?

姚澤良， 白國良， 黨發寧， 令狐恬晶， 祁亞倫

（1.西安理工大學土木建筑工程學院 西安，710048）

（2.西安建筑科技大學土木工程學院 西安，710055）

（3.西安理工大學省部共建西北旱區生態水利國家重點實驗室 西安，710048）

引 言

大型火電廠空冷系統的主體結構由A 型架、鋼平臺和管柱3 部分組成［1-2］。A 型架由10~15 m 高的三角形鋼支架組成，用于安裝重達萬噸的空冷設備。鋼平臺由4~8 m 高的縱向和橫向鋼桁架交叉構成，其跨度為24~28 m，懸挑為12~15 m，平臺內部懸掛有數十臺低頻率轉動的大尺寸風機（半徑為4.5~5.0 m）。結構下部為多根大尺寸薄壁鋼筋混凝土管柱，管柱高為30~40 m，半徑為1.5~2.0 m，壁厚為0.3~0.5 m。因工藝要求，該類結構質量、剛度集中在上部，表現出上剛下柔的“高腳雞腿式”獨特體型，其跨度和懸挑均較大，受力復雜，目前對其動力問題研究仍存在不足［3］。

開展結構風機激勵、地震作用及風載效應等動荷載響應研究前均需要先確定出實際結構的周期、頻率、振型及振幅等自振特性［4-6］。確定結構自振性能參數的方法主要有數值計算、模型試驗和現場測試。近年來，學者們在某些特殊結構的動力性狀研究方面取得了許多成果［7-13］。周云等［7］對兩棟高層建筑進行了隨機振動測試，并采用Perform-3D 軟件分別建立了3 種模型，運用獲得的模態參數進行了模型修正。高延安等［8］采用自然環境激勵法對古建筑進行了動力測試，獲得了結構自振頻率等動力特性參數。陳艷明等［9］基于現場實測數據分析了下沉式地鐵車輛段內列檢庫振源特性和振動傳播規律。華一唯等［10］基于現場動力特性測試結果對南京鼓樓建筑的有限元計算模型進行了修正。閆培雷等［11］對典型高層建筑結構的基本自振周期進行了現場測試和回歸數值分析。徐璐等［12］研究了大型冷卻塔的自振頻率估算方法及擬合優度。文獻［10-13］表明，在結構自振性能模擬計算中，計算模型常簡化或忽略非承重構件和局部構造等細部，構建的模型難以完全反映結構原型的實際構成和材料性能，計算結果與實際情況存在較大差異。為了掌握大型火電廠空冷主體結構的真實動力特性，有必要對其自振性能開展現場振動試驗研究。

筆者選取山西河津電廠A 型架-鋼平臺-管柱結構體系，利用測振儀分別對設備激勵下該結構體系的扭轉振動、豎向振動和水平振動進行了現場試驗，利用DASP 程序對試驗數據進行了時域響應分析和自譜響應分析，并結合ANSYS 計算結果，系統研究了結構的振動響應、橫向位移、縱向位移、豎向位移、變形、轉角、振型及頻率等關鍵動力性能指標。

1 工程概況

1.1 試驗結構

山西省河津大型火電廠空冷系統的主體結構為A 型架-鋼平臺-管柱結構體系，試驗結構見圖1。該結構體系由1 號和2 號兩個完全相同的單元結構對稱組成（兩單元中間斷開，間距為9.51 m），每個單元均為單跨、四邊懸挑結構，柱網尺寸為22.80 m×26.64 m，其中南北向（橫向）為4×12.465 m，東西向（縱向）為6×12.165 m。結構頂部為高13.2 m 的A形架，上部為高8.9 m 的空間交叉桁架構成的鋼平臺，下部為高32 m 的鋼筋混凝土管柱。鋼桁架為寬翼緣H 型鋼，混凝土強度等級為C40，縱筋均采用HRB400 級。由于工藝需要，鋼桁架內安裝了24 臺低頻運轉的大直徑風機（直徑為9.14 m）。因該結構1 號單元和2 號單元平面完全對稱，選取1 號單元進行現場試驗。

1.2 試驗原理

結構動力性能試驗方法主要有共振法、自由振動法和脈動法。共振法采用專有激振設備對結構的受迫振動進行測試而求得結構動力參數；自由振動法通過特定手段測試得到結構的自由振動衰減曲線，進而求得結構的基本動力參數；脈動法利用周圍自然環境的微小激勵測試出結構的動力特性，該方法不需專門激振器，不受結構形式和尺寸大小的限制，多用于現場試驗。根據以上試驗方法特點并考慮A 型架-鋼平臺-管柱結構的實際情況，選用脈動法對該結構的自振性能進行現場試驗。

脈動法假定輸入和響應均為各態歷經的過程，并假定脈動信號為白噪聲。當激勵信號譜曲線為白譜或包含白譜且在半功率帶寬內相對平坦時，諧振幅值響應被認為與純模態響應時一致，此時振幅譜曲線峰值點對應的頻率即為結構固有頻率，同一固有頻率處測點振幅峰值的相對大小為結構固有振型。

1.3 試驗過程

本試驗采用國家地震局研發的測振儀（891-Ⅱ型，頻率為0.5~100 Hz），該設備包括6 個磁電式拾振器、1 臺信號放大器和一套基于DASP 程序的信號采集處理系統（INV306 型）。根據試驗結構的特征，設計了扭轉振動（3 個測點）、豎向振動（3 個測點）和水平振動（5 個測點）3 類試驗工況。其中，扭轉和水平工況均測每個測點的橫向和縱向兩個正交水平方向的振動信號，試驗中先測橫向振動，之后把拾振器均同方向旋轉90°后再測縱向振動。試驗過程中記錄風機運轉速度，在數據分析處理時剔除風機運轉影響。

本 次 測 試 時 間 為2020 年10 月16 日09：00 至17：00，溫度為20 C°，風速為1.5 m/s，在風機正常工作條件下進行測試。通過數據采集儀對各拾振器獲取的信號進行采集、量化和存儲，利用DASP 程序對獲得的試驗數據進行時域分析和自譜分析。為提高精度和獲得穩定結果，筆者將試驗數據進行了平均化處理。經傳遞函數和功率譜分析，得出試驗測點振幅譜曲線。

2 結構扭轉試驗

2.1 扭轉測點設計

結構某處扭轉振動的大小與其到扭轉中心的距離有關，離扭轉中心越遠，其扭轉振動越大。扭轉振動試驗的基本原理是：先利用拾振器獲得結構特征位置處的水平振動位移幅值（橫向和縱向），再根據實際拾振器的布置情況，選出合適的位置作為計算基點，計算分析出各測點水平振動幅值之間的角度差值或者比值，來分析結構的扭轉情況。通常情況下，扭轉振動試驗把拾振器設計在建筑物的兩側、四角等特征位置，拾振器之間保證有一定的距離。

基于以上要求，并考慮1 號單元結構的現場情況，在該結構鋼桁架平臺頂部的兩個角部懸挑端和柱中懸挑處設計測點用于測試結構扭轉振動情況，共設置了3 個拾振器（圖1），即測點1，2，3 分別布置在結構鋼桁架平臺頂部東北角、東南角及南懸挑邊的中點。

2.2 扭轉振動結果分析

對扭轉測點進行了拾振器橫向和縱向布置時的振動測試。圖2，3 分別為扭轉振動時域分析和譜分析曲線，由圖可知：不同測點橫向和縱向振動響應波形均不一致，表明測點振動響應與其位置有關；同一測點橫向和縱向峰值發生時刻不一致，說明橫向和縱向動力性能不同。

圖2 扭轉振動時域分析Fig.2 Time domain analysis of torsion vibration

圖3 扭轉振動譜分析Fig.3 Spectrum analysis of torsion vibration

根據測點布置的情況，以不同測點為基點計算分析了測點位移、相對轉角及轉動角度差。當拾振器橫向布置時，選擇測點3 為基點，比較測點2 和3的位移，計算分析了測點2 繞測點3 的轉動角度和方向。當拾振器縱向布置時，以測點1 為基點，比較測點2 和1 的位移，計算分析測點2 繞測點1 的轉動角度和方向。扭轉測點位移對比如表1 所示，其中：橫向轉角1 為Tan-1［（點2，3 位移差）/48 000］；橫向轉角2 為Tan-1［（點1，3 位移差）/48 000］；縱向轉角1 為Tan-1［（點2，1 位移差）/50 000］；縱向轉角2 為Tan-1［（點3，1 位移差）/50 000］；橫向轉角差為點2和點1 繞測點3 的轉動角度差；縱向轉角差為點2 和點3 繞測點1 轉動角度之差。

表1 扭轉測點位移對比Tab.1 Displacement comparison on torsion tested points

由表1 可知，拾振器橫向或縱向布置時，結構都產生了較小轉動，說明存在整體扭轉現象。拾振器橫向布置時結構最大轉動角為1.19×10-4（°），拾振器縱向布置時最大轉動角為7.19×10-5（°），說明橫向扭轉比縱向大。點2、點1 相對點3 的橫向轉角差為-1.07×10-5~1.44×10-6（°）；點2、3 相對點1 的縱向轉角差為-9.93×10-7~1.73×10-5（°），測點間的轉角差值均較小，其最大轉動差值為1.73×10-5，說明結構自身存在變形，但變形較小。

3 結構豎向振動測試

由于生產工藝的要求，結構頂部安裝有昂貴的空冷設備，其對結構鋼桁架平臺的平整性有嚴格要求。為了保證電廠安全生產，需要掌握該類結構的豎向振動位移，確?？绽湓O備正常運行。

3.1 豎向測點布置

根據豎向振動試驗的目的并考慮到現場條件的限制，豎向振動測點設計在結構的一側懸挑及柱中懸挑部位，共布置了3 個拾振器。筆者將豎向工況測點1，2，3 均布置在結構鋼桁架平臺頂部南懸挑邊，其中測點1 在距離鋼桁架頂部西南角28 m 處，測點2 位于鋼桁架頂部西南角，測點3 位于距離鋼桁架頂部西南角48 m 處，豎向測點布置見圖4。

圖4 豎向測點布置（單位：m）Fig.4 Tested points arrangement of vertical vibration(unit:m)

3.2 豎向振動結果分析

為了研究結構的豎向振動位移，分別對豎向測點進行了3 組振動試驗。對各測點實測數據進行了時域分析、自譜分析以及測點時域波形波峰、波谷、峰峰值（波峰與波谷之差）的統計分析。豎向測點時域分析和譜分析如圖5 所示，豎向時域波形對比分析如表2 所示。

表2 豎向時域波形對比分析Tab.2 Time domain wave analysis of vertical vibration mm

由圖5 可知，各測點豎向振動波形由于所處位置不同而不同。測點2 位于結構的懸挑端角部，此處豎向振動幅度最大；測點3 的豎向振動幅度比測點1 大，這是因為測點3 到東南角的距離（24.99 m）小于測點1 到西南角的距離（28 m）?？梢?，測點離懸挑端角部越近，豎向振動幅度越大。根據表2 數據，測點最大豎直向上振動位移為0.175 7 mm，最大豎直向下振動位移為0.150 56 m，最大豎向振動位移均發生在測點2 處，其相應的最大峰峰值為0.326 26 mm，表明結構的豎向振動位移較小，能滿足鋼桁架平臺平整要求。

4 結構水平振動測試

4.1 水平測點布置

布置水平振動測點應考慮以下原則：水平振動測點一般布置在結構的剛度中心，以減少或避免結構自身扭轉的干擾，便于儀器捕捉平移振動信號；在結構剛度突變、質量突變等特征處應布置測點，結構振動形態常與結構突變緊密相關；測點應遠離局部振動部位以避免振動信號失真。

基于以上布置原則并結合結構特征，在A 型架+鋼桁架+管柱結構B1 柱的A 型架頂（54.1 m）、鋼桁架頂（40.9 m）、柱頂（32.0 m）、柱中（14.2 m）和柱底各特征高度處分別布置了5 個水平振動測點，水平測點布置如圖6 所示。

圖6 水平測點布置（單位：m）Fig.6 Tested points arrangement (unit:m)

4.2 水平測試結果分析

對各測點分別進行了拾振器橫向和縱向布置的試驗研究。試驗在正常生產條件下進行，現場記錄的風機轉速為72 r/min，即轉動頻率為1.2 Hz。水平振動時域分析和譜分析分別如圖7，8 所示。根據自譜圖形，得到各測點自譜分析波形峰值及頻率。水平振動自譜分析峰值如表3 所示。

表3 水平振動自譜分析峰值Tab.3 Spectrum analysis peak of horizontal vibration

圖7 水平振動時域分析Fig.7 Time domain analysis of horizontal vibration

由圖7 可知：各測點振動反應由于所處位置不同而不同，同一測點南北向和東西向峰值沒有同步出現，說明結構南北向和東西向的自振特性不同，與2.2 節中扭轉測試結果吻合。

由圖8 可知：0.74 Hz 時各測點橫向振動反應曲線均出現第1 個譜幅值；0.80 Hz 時各測點縱向振動反應曲線均出現第1 個譜幅值；1.18 Hz 時各測點縱向振動反應曲線均出現第2 個譜幅值，且為各測點的縱向最大位移幅值，其主要原因是該頻率與風機轉動頻率接近，說明采樣頻率受風機轉動影響較大。根據自譜分析結果，并考慮現場風機轉動對試驗結果的影響，確定結構第1 階頻率為0.74 Hz，第2階頻率為0.80 Hz，第3 階頻率為1.18 Hz。

由表3 可知：柱底測點5 縱橫向位移在2.08×10-4~8.28×10-5mm；柱中測點4 縱橫向位移在0.004 0~0.016 4 mm，與測點5 相比，位移增加最大約為94%；柱頂測點3 縱橫向位移在0.015 0~0.049 7 mm，與測點4 相比，位移增加最大約為206%；鋼桁架頂測點2 縱橫向位移在0.011 2~0.051 2 mm，與測點3 相比，位移增加最大約為11%；A 型架頂測點1 縱橫向位移在0.013 8~0.052 3 mm，與測點2 相比，位移增加最大約為2%。因此可見，測點位移隨著點布置高度增加而呈現不同程度的增加，最大位移發生在A 型架頂，其值為0.052 3 mm。

根據同一固有頻率處各測點振幅譜圖的峰值可確定出固有振型幅值的相對大小，圖9 為實測振型圖。由圖可知，結構前2 階實測振型接近，表明結構可能不以某一階振型為主，而存在振型耦合。結構下部的相對變形大于上部，在柱頂（32.0 m）以上的鋼桁架和A 型架剛度較大，相對變形較小。A 形架的振動有回收趨勢，表明結構的豎向質量和剛度在A 形架處發生了突變。

圖9 實測振型（單位：m）Fig.9 Tested vibration mode（unit：m）

5 結構模態分析

5.1 模型構建

利用ANSYS 有限元軟件對上節中的試驗結構建立有限元計算模型，如圖10 所示。該模型采用Beam188 模擬結構鋼桁架等線形構件，上部A 型架、擋風墻和風機以質量形式用Mass21 單元加在空冷平臺上部的節點上，用Shell63 模擬A 型架上主要設備的質量和對結構剛度的貢獻，采用了與文獻［2-3］類似的組合截面模擬方法模擬鋼筋混凝土管柱，管柱與鋼桁架以鉸接連接，在模型中柱底端施加位移全約束，即6 個自由度。采用理想彈塑性材料模型模擬鋼材力 學性能，Sargin 和Saenz 模型［4-5］模擬混凝土應力與應變關系。

圖10 有限元模型Fig.10 Finite element model

5.2 模態分析

結構有限元模型建立后，采用高精度的模態分析方法Subspace 提取結構的前幾階振型和頻率進行分析。計算振型如圖11 所示。表4 為計算分析得到的前3 階頻率以及與上節實測所得頻率的比較。

表4 頻率比較Tab.4 Frequency comparison

圖11 計算振型Fig.11 Calculated vibration modes

圖11 所示的振動形態表明，計算模型第1 階為扭轉振型，第2 階為南北方向平動振型，第3 階為東西方向平動振型，第3 階以后的振型為風機橋架和局部桿件的振動。根據2.2 節和4.2 節中的實測結果，結構實測振型1 階為扭轉、2 階為南北方向平動、3 階為東西方向平動，表明計算振型與實測結果吻合。根據表4 中頻率對比情況，計算所得頻率和實測所得頻率吻合較好，但計算頻率小于實測頻率，主要是因為計算模型對柱節點、A 型架上排氣管道、蒸汽分配管、圓管以及結構上部的檢修平臺隔墻、門、步道、欄桿、連接件等局部構造和非承重構件進行了簡化處理，導致了模型剛度降低。

綜合以上分析結果，計算模態與實測振型相吻合，二者頻率接近，說明計算模型能較好地反映實際結構的自振性能，可進一步為結構動力荷載（風機擾動、地震及風荷載）等動力響應研究提供依據。結構低階振型接近，存在耦合，不能采用底部剪力法計算該類結構地震作用。常規民用建筑中不常出現1 階扭轉，該結構1 階為扭轉振型，不利于結構抗震，必須重視該類結構的抗扭問題。高階振型中表現出局部桿件和風機橋架振動，由于結構為大跨長懸挑結構，設計時應考慮豎向地震影響。

6 結 論

1） 各測點振動波形由于所處位置的不同而不同。同一測點南北向和東西向峰值出現時刻不同，說明結構南北向和東西向的自振特性不同。中間測點反應比角部測點反應小，表明結構存在扭轉。

2） 前2 階振型接近，說明結構可能不以某一階振型為主，而存在振型耦合。結構下部管柱的相對變形大于上部鋼桁架和A 型架的變形，A 形架振動呈現回收趨勢，表明質量和剛度在該處發生了突變。

3） 有限元分析模態與實測振型吻合，頻率接近，說明模擬結果能較好地反映出實際自振性能，可為研究結構動荷載響應提供依據。結構低階振型接近，不適合采用底部剪力法計算地震作用。