屈文俊+陸霆寰+劉揚明

建筑科學與工程學報2014年文章編號：16732049(2014)01003608

收稿日期：20140116

基金項目：“十一五”國家科技支撐計劃項目(2006BAJ03A0704)

作者簡介：屈文?。?958），男，河南輝縣人，教授，博士研究生導師，工學博士，

摘要：從隔震角度出發(fā)，探討了隔震措施能否提高某一典型的通信機房走線架結構的抗震性能，在其設備樓板與承重支架間設置鉛芯橡膠支座進行隔震處理，利用ANSYS有限元程序對其進行動力時程分析。結果表明：結構第1階振型的自振周期由2.33 s延長至3.59 s，有效避開了場地卓越周期；走線架上部在地震作用下的相對變形大幅降低（降幅為58.5%）；結構頂部加速度響應及基底地震剪力都有一定程度的減弱（降幅分別為10.4%，36.4%）；對走線架結構的隔震處理能夠有效提高其抗震性能，隔震措施切實可行。

關鍵詞：通信機房；走線架；隔震；自振周期；振型；動力時程分析

中圖分類號：TU352.1文獻標志碼：A

Feasibility Analysis of Seismic Isolation Method on Cable Tray

Structure in Communication RoomQU Wenjun, LU Tinghuan, LIU Yangming

（Department of Building Engineering, Tongji University, Shanghai 200092, China）Abstract: Basing on the seismic isolation, seismic isolation technology was taken into account to improve the seismic performance of the cable tray structure for a typical communication room. Taking advantage of seismic isolation technology by setting rubber seismic isolation bears between equipment floor and bearing member. Based on ANSYS finite element software, the dynamic time history analysis was carried out.The results show that the selfvibration period of the first vibration mode is from 2.33 s to 3.59 s,which avoids the site predominant period effectively. The relative deformation of cable tray structures on top decreases obviously(the reduction of 58.5%). The acceleration responses at the top of cable tray and the base shear get a certain degree of decrease(the reduction of 10.4% and 36.4%, respectively). By adopting seismic isolation technology,the seismic performance of the construction of cable tray structures can be improved and certain effects have achieved through seismic isolation.

Key words: communication room; cable tray; seismic isolation; selfvibration period; vibration mode; dynamic time history analysis

0引言

目前中國通信機房內的通信設備安裝設計主要采用傳統(tǒng)的抗震設計思想，《通信設備安裝抗震設計規(guī)范》（YD 5059—98）的基本點仍是抵御地震作用［1］，即走線架的各支撐架及相關加固點用螺栓或預埋件錨固于樓面，走線架頂部通過剛性連接拉結于結構柱或墻上。本文中筆者則是從隔震的角度出發(fā)，通過設置隔震樓板，阻隔地震動向上部通信設備的傳遞，減小上部設備的地震作用，實現(xiàn)隔震的目的。

隔震樓板的原理是，將通信機房內設置的一活動樓板作為通信設備的受力層，走線架、電源機柜等設備錨固于該設備樓板上，然后在設備樓板和結構承重構件（梁、樓板）之間設置隔震支座。在地震作用下，隔震裝置能夠有效地阻隔、吸收結構樓板傳遞給設備的地震動能量，大大降低活動設備樓板的地震作用，削減設備的動力響應峰值，從而使通信設備在強烈的地震作用下免遭損毀。

1隔震支座的有限元模型

設備樓板與結構承重構件之間的隔震裝置通常采用的是鉛芯橡膠支座（LRB）。鉛芯橡膠支座是由普通的橡膠支座中央插入鉛芯而構成，由于鉛具有較低的屈服點和較高的塑性變形能力，使鉛芯橡膠支座的阻尼比可以達到20%~30%。鉛芯具有提高支座吸能能力，確保支座有適度的阻尼，同時還能增加支座的初始剛度。鉛芯橡膠支座既具有隔震作用，又具有阻尼作用，無需加設阻尼器，使隔震系統(tǒng)變得簡單［2］。

鉛芯橡膠隔震支座采用修正雙線性RambergOsgood彈塑性恢復力模型，如圖1所示，其中，Q為荷載，δ為變形，Ku為鉛芯屈服前的剛度，δd為鉛芯的屈服變形，Qd為鉛芯的屈服荷載，Kd為LRB屈服后的剛度，Keq為LRB的水平有效剛度，δu為隔震支座的極限變形量。

圖1鉛芯橡膠隔震支座的恢復力模型

Fig.1Restoring Force Model of Lead Rubber

Seismic Isolation Bears本文隔震方案中的隔震裝置分布于設備樓板與結構承重構件之間，在建立隔震后的走線架有限元模型時進行了一定簡化，根據(jù)總水平剛度、豎向剛度、屈服荷載相等的原則，將隔震裝置等效為每根支撐立桿下獨立的隔震支座。

支撐架桿底部隔震支座的參數(shù)主要有：屈服前剛度Ku，屈服后剛度Kd，屈服荷載Qd，阻尼比ξ和豎向剛度Kv等［3］。

為保證機房設備樓板的正常使用并保證在當?shù)卦O防烈度的常遇地震作用下，不至于產生過大的變形，選定隔震支座的屈服荷載應當大于走線架在常遇地震作用下支撐架底部剪力。針對一實際通信機房走線架，假設質量（包括走線架質量及其上布的線纜質量）為31 817 kg，折算為等效總重力荷載代表值為249.45 kN，上海地區(qū)7度常遇地震下地震影響系數(shù)α為

α=(TgT)γη2αmax=0.034

式中：Tg為場地特征周期；T為結構自振周期；η2為阻尼調整系數(shù)；αmax為地震影響系數(shù)最大值；γ為衰減指數(shù)。

通過計算可得支撐架底部地震剪力標準值為8.5 kN，假定該地震剪力由支撐架承擔，則每根支撐桿承受的地震剪力為0.124 kN，取支撐架下部隔震支座的屈服荷載Qd=0.2 kN。

由半剛接走線架模態(tài)分析結果可知，支撐架一階平動自振頻率f=0.504 Hz，走線架結構總質量M=31 817 kg，則總抗側剛度K為

K=ω2M=（2πf）2M=319 065 N·m-1

式中：ω為支撐架角頻率。

支撐立桿平均抗側剛度為4.7 kN·m-1，筆者通過多次的試算，選定隔震支座屈服前的水平剪切剛度Ku=4 kN·m-1，屈服后的剪切剛度Kd=0.3 kN·m-1。

隔震支座的附加阻尼比取ξ=0.20［2］，則阻尼系數(shù)c為

c=ccrξ=2Mωξ=Kdπf1ξ=44.4 N·s·m-1

式中：ccr為臨界阻尼系數(shù)；f1為隔震支座自振頻率。

隔震支座的力學模型可以簡化為由水平2個方向的非線性彈簧、粘滯阻尼器以及豎向的線性彈簧所組成。在ANSYS中，可以由若干單元組合來實現(xiàn)隔震支座的模擬。豎向剛度的模擬采用Combin14單元，在水平2個方向剛度的模擬則采用Combin40單元，3個彈簧單元不相交的各節(jié)點約束所有自由度，交點處節(jié)點約束轉動自由度，交點處與支撐架桿底部聯(lián)結［4］，見圖2。

圖2隔震支座簡化模型

Fig.2Simplified Model of Seismic Isolation Bears圖3Combin40單元幾何形狀

Fig.3Element Geometric Shape of Combin40水平隔震單元采用Combin40單元（圖3），隔震單元水平方向的基本參數(shù)對應Combin40單元中的實參數(shù)為：K2=Kd，K1=Ku-Kd。圖3中，C為阻尼比換算的阻尼系數(shù)。豎向單元采用Combin14單元來模擬，單元實常數(shù)取隔震單元豎向剛度，豎向彈簧長度為0.1 m，模擬100 mm厚的隔震層。

通過在走線架有限元模型各支撐架立桿的底部設置隔震單元來實現(xiàn)結構的隔震，選定的實際通信機房走線架結構的平面見圖4，走線架有限元模型見圖5，支撐架的截面見圖6，走線架結構局部立面見圖7，材質為鋁合金，其基本材性為抗拉強度Fy=245 MPa，彈性模量Ez=68 GPa。2隔震后的動態(tài)模型分析

對隔震后的走線架有限元模型進行動力模態(tài)分析，得到前9階彈性階段的動力參數(shù)，見表1，相應的各階振型見圖8。

由表1及圖8可知，走線架結構的第1階振型表現(xiàn)為結構的整體扭轉，這說明結構整體的抗扭剛度較差。結構第2階振型表現(xiàn)為y方向的平動，第3階振型表現(xiàn)為x方向的平動，且各立桿剪切變形均很小，相對位移主要集中在底部隔震單元上，上部結構近似表現(xiàn)為一個整體，結構發(fā)生整體平動。前3階自振頻率比較接近，且數(shù)值遠小于其后的高階自振頻率，有效質量達到99%，這說明結構的動力特性由前3階振型主導。第9階振型仍為局部模態(tài)，其出現(xiàn)得較晚，對結構動力分析的影響可以忽略不計。

對比結構隔震前后的動力參數(shù)，各階振型出現(xiàn)的順序完全一致，前4階低階振型自振頻率有較大程度的減小，高階振型變化不大。這說明通過設置隔震單元，沒有改變結構整體的剛度分布，有效地延長了占結構動力特性主導地位的低階振型的自振周期，使結構進一步避開場地卓越周期，減小結構地震作用。圖4走線架結構平面（單位:mm）

Fig.4Plane of Cable Tray Structures (Unit:mm)圖5走線架有限元模型

Fig.5Finite Element Model of Cable Tray圖6支撐架截面(單位:mm)

Fig.6Cross Section of Support Frame (Unit:mm)圖7走線架結構局部立面（單位:m）

Fig.7Part Elevation of Cable Tray Structures (Unit:m)3隔震后的動力時程分析

在設置隔震支座后的走線架有限元整體模型上施以y方向上海人工SHWN2地震波，地震波峰值加速度為2.20 m·s-2，步長0.02 s，地震波持時30 s。對結構進行彈塑性時程分析，后處理提取得走線架頂部相對支撐架底y方向相對位移響應及隔震層位移時程曲線如圖9，10所示，其中，t為時間。

由圖9可知，走線架采取隔震措施后，在y方向

表1隔震后走線架前9階振型

Tab.1The First Nine Vibration Modes of Cable Tray

Structures After Seismic Isolation階次f/HzT/sx方向平

動參與

系數(shù)/%y方向平

動參與

系數(shù)/%振型描述10.2923.4200.610.02整體扭轉20.3133.1920.0099.73y方向一階平動30.3422.92198.980.00x方向一階平動40.4762.1010.040.00整體二階扭轉50.6521.5320.000.08y方向整體彎曲60.9031.1080.000.01y方向整體二階彎曲70.9411.0630.190.00x方向整體彎曲81.2830.7800.000.00y方向整體三階彎曲91.5820.6320.000.00局部模態(tài)上海人工SHWN2地震波作用下，結構頂部相對支撐架底部y方向相對位移響應峰值出現(xiàn)于第6.88 s，其峰值為141.4 mm，相對應的支撐架傾斜角為0.061 rad。由圖10可知，隔震層最大位移響應發(fā)生于第7.3 s，其峰值為248.3 mm，結構的相對位移主要集中在抗側剛度較小的隔震層，隔震支座在罕遇地震作用下，其最大相對位移滿足《建筑抗震設計規(guī)范》(GB 50011—2010)［5］中有關限值的規(guī)定，對于橡膠隔震支座，該限值不超過隔震層內橡膠總厚度的3倍［5］，為300 mm。

隔震后走線架頂部加速度響應和速度響應見圖11，12。由圖11可知，對走線架結構進行隔震后，在y方向地震波作用下，結構頂部加速度響應峰值出現(xiàn)在第5.58 s，其值為2.41 m·s-2，相應于y方向基底輸入的地震波激勵加速度峰值2.20 m·s-2，動力放大系數(shù)為1.10。結構整體的抗側剛度較小，其在地震加速度激勵下，結構所受地震作用較小，頂部加速度響應放大較小。由圖12可知，速度響應峰值為0.63 m·s-1，其發(fā)生于第6.12 s。

圖13，14為隔震后走線架在y方向地震作用下的各結構層峰值相對位移曲線和各橋架層層間位移角時程曲線。由圖13可知，走線架采取隔震措施后，在地震波作用下，結構的相對位移主要集中在支撐架底部的隔震層，上部結構各橋架層的相對變形很小，發(fā)生整體平動為主的相對位移。由圖14可知：上部結構近似發(fā)生剛體平動，最大層間位移角發(fā)生在支撐架層，其峰值為0.061 rad；各橋架層層間位移角相對很小，其最大值僅為0.008 6 rad。

圖15為隔震后走線架在y方向地震作用下的基底剪力時程曲線。隔震加固后，基底剪力最大值圖8隔震后走線架結構振型

Fig.8Vibration Modes of Cable Tray Structures After Seismic Isolation圖9走線架結構頂部y方向相對位移響應時程曲線

Fig.9Time History Curve of ydirection Relative

Displacement Response on Top of

Cable Tray Structures圖10隔震層y方向相對位移時程曲線

Fig.10Time History Curve of ydirection Relative

Displacement for Isolation Layer圖11隔震后頂部y方向加速度響應時程曲線

Fig.11Time History Curve of ydirection Acceleration

Response on Top After Seismic Isolation圖12隔震后頂部y方向速度響應時程曲線

Fig.12Time History Curve of ydirection Velocity

Response on Top After Seismic Isolation圖13隔震后y方向峰值相對位移曲線

Fig.13Time History Curve of Peak Value of ydirection

Relative Displacement After Seismic Isolation圖14隔震后y方向層間位移角時程曲線

Fig.14Time History Curves of ydirection Interstory

Displacement Angle After Seismic Isolation圖15隔震后y方向基底剪力時程曲線

Fig.15Time History Curve of ydirection

Base Shear After Seismic Isolation圖16隔震后y方向基底剪力相對位移時程曲線

Fig.16Time History Curve of ydirectionBase

Shearrelative Displacement After

Seismic Isolation發(fā)生于第6.84 s，其峰值為29.7 kN。圖16為隔震后y方向基底剪力相對位移時程曲線。

對于長周期隔震結構，文獻［6］中建議對中國規(guī)范的設計反應譜長周期衰減曲線不分段，建議的反應譜曲線如圖17所示，其中，η為斜率調整系數(shù)，η=1+0.05-ξ0.06+1.7ξ，α=(Tg/T)γηαmax，γ=1+0.05-ξ0.5+5ξ。

圖17反應譜曲線

Fig.17Response Spectrum Curve由模態(tài)分析結果可知，采取隔震措施后，走線架結構第1階振型的自振周期為3.42 s，故地震作用影響系數(shù)為

α=(TgT)γη2αmax=0.142

結構總水平地震作用標準值FEK為

FEK=αGeq=35.44 kN

式中：Geq為結構等效總重力荷載。

時程分析得到走線架結構y方向最大基底剪力為29.7 kN=0.84FEK，時程分析結果與理論計算結果吻合較好。

圖16中的曲線形狀大致呈長梭狀，這說明結構由于采用了隔震措施，結構上地震作用減小，結構桿件或節(jié)點未產生足夠大的塑性變形，結構的耗能能力較差。

圖18,19分別為采取隔震措施后，走線架相對支撐架底部的峰值變形及隔震層的峰值變形云圖。由圖18可以看出，走線架相對變形峰值發(fā)生于第6.88 s，此時走線架頂部絕對位移為341.4 mm，走線架自身的相對變形為141.4 mm，橋架各層間相對位移可忽略不計，即橋架層發(fā)生整體平動，結構的相對位移主要集中在隔震層以及橋架下方的支撐架層。由圖19可以看出，隔震層的相對位移峰值出現(xiàn)圖18第6.88 s時隔震后走線架最大

相對變形（單位:mm）

Fig.18Maximum Relative Deformation of Cable Tray

After Seismic Isolation when t=6.88 s (Unit:mm)圖19第7.30 s時隔震層峰值位移響應（單位:mm）

Fig.19Peak Displacement Responses of Seismic

Isolation Layer when t=7.30 s(Unit:mm)于第7.30 s，其最大變形為253.2 mm，略微小于相關規(guī)范對隔震層最大變形的限值300 mm（3倍隔震層橡膠墊厚度）。隔震后走線架結構上的地震作用明顯減小，各型材桿件最大應力出現(xiàn)于第6.86 s，為174 MPa，小于桿件鋁合金型材的非比例延性強度245 MPa，桿件還未進入塑性狀態(tài)。4隔震效果分析

將隔震前后結構模態(tài)分析及7度罕遇y方向上海人工SHWN2地震波作用下彈塑性時程分析的結果進行對比，如表2所示。

由表2可知，通過在走線架支撐架底部設置隔震支座，能有效增大結構第1階振型的自振周期（結構一階自振周期由2.33 s進一步延長為3.59 s），使結構有效避開場地卓越周期，使結構更加具有柔性，有效抵御地震的作用。通過采取隔震措施，走線架頂部的加速度響應略微降低（加速度響應峰值降

表2走線架加固前后對比

Tab.2Comparisons of Cable Tray Before and

After Strengthening參數(shù)隔震前隔震后基本自振周期/s2.333.59最大位移/mm340.5141.4最大速度/（m·s-1）0.710.63最大加速度/（m·s-2）2.692.41最大基底剪力/kN46.729.7支撐架最大傾斜角/rad0.1460.061橋架最大層間位移角/rad0.007 40.008 6低為2.41 m·s-2，降幅為10.4%）；基底地震剪力峰值減小（最大基底剪力減小為29.7 kN，降幅36.4%），對應的水平方向的減震系數(shù)為0.636，從基底剪力控制角度來看，隔震效果比較理想。

通過采取隔震措施，走線架主體結構相對位移顯著減小（結構相對位移峰值減小為141.4 mm，降幅58.5%）；支撐架以及橋架層發(fā)生的相對變形很小，各結構層最大層間位移角顯著減小（支撐架最大傾斜角降為0.061 rad，降幅58.2%），從結構相對位移控制角度來看，隔震取得了一定的效果。但是上部結構的相對變形大幅減小，是犧牲隔震層的變形來實現(xiàn)的。本算例在罕遇上海人工SHWN2地震波作用下，結構相對位移主要集中在隔震層上，隔震層相對位移峰值達到248.3 mm，隔震層的大變形減小了上部結構的地震作用，從而減小了地震破壞。中國抗震規(guī)范規(guī)定，隔震層應具有適宜的豎向承載力、側向剛度和阻尼，以滿足預期的水平方向減震系數(shù)和位移控制要求。在罕遇地震作用下，隔震支座自身的水平位移也需要嚴格控制。

對于本工程中的走線架結構，結構整體抗側剛度較弱，自振周期較長（隔震前的基本自振周期達到2.33 s）。根據(jù)中國抗震規(guī)范的地震作用反應譜推斷，對于長周期建筑，結構已經處于加速度反應譜下降段的平緩區(qū)域，通過隔震使結構周期繼續(xù)延長取得的減震效果將不明顯，地震剪力變化不會很大，即長周期結構隔震后基本沒有明顯的減震效果。而本文中采用時程分析時，長周期走線架結構通過采取隔震措施，仍然取得了一定的減震效果。這是由于長周期結構采取隔震措施后，結構低階振型質量的參與系數(shù)提高。對于非隔震結構，低階振型質量參與系數(shù)相對較小，高階振型的影響不能忽略，通過各階振型的地震剪力組合，結構的最終基底剪力會遠大于第1階振型的基底剪力。因此，長周期結構隔震后，在不顯著降低一階振型地震剪力的基礎上，隔震結構能降低高階振型的影響，故長周期結構隔震也能取得一定的減震效果。5結語

在支撐架基底設置隔震支座后，結構一階自振周期從2.33 s延長至3.59 s，進一步避開場地卓越周期，減小結構的地震作用。采取隔震措施后，在y方向地震作用下，結構相對位移主要集中在水平剛度較弱的隔震層，隔震層變形最大值為248.3 mm，走線架自身相對位移峰值則由340.5 mm降低至141.4 mm，從變形角度考慮，取得了較好的隔震效果。走線架頂部加速度響應小幅降低（降幅10.4%），基底地震剪力由46.7 kN降低為29.7 kN，降幅36.4%，水平方向減震系數(shù)為0.636，隔震減震效果較理想。隔震方案通過隔震支座的大變形，實現(xiàn)上部結構的隔震減震。因此隔震層需要選定合理的水平剛度等參數(shù)，保證上部結構隔震效果的同時，使隔震層自身變形嚴格控制在規(guī)定限值內。對于某一特定結構，隔震層隔震參數(shù)的設定、隔震支座布設位置、隔震支座施工工藝、隔震施工經濟性的研究在結構隔震方面將具有極為重要的意義。參考文獻：

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在支撐架基底設置隔震支座后，結構一階自振周期從2.33 s延長至3.59 s，進一步避開場地卓越周期，減小結構的地震作用。采取隔震措施后，在y方向地震作用下，結構相對位移主要集中在水平剛度較弱的隔震層，隔震層變形最大值為248.3 mm，走線架自身相對位移峰值則由340.5 mm降低至141.4 mm，從變形角度考慮，取得了較好的隔震效果。走線架頂部加速度響應小幅降低（降幅10.4%），基底地震剪力由46.7 kN降低為29.7 kN，降幅36.4%，水平方向減震系數(shù)為0.636，隔震減震效果較理想。隔震方案通過隔震支座的大變形，實現(xiàn)上部結構的隔震減震。因此隔震層需要選定合理的水平剛度等參數(shù)，保證上部結構隔震效果的同時，使隔震層自身變形嚴格控制在規(guī)定限值內。對于某一特定結構，隔震層隔震參數(shù)的設定、隔震支座布設位置、隔震支座施工工藝、隔震施工經濟性的研究在結構隔震方面將具有極為重要的意義。參考文獻：

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