通信機房吊掛走線架結構抗震加固分析

朱 鵬 郝 浩 劉揚明 屈文俊

(同濟大學建筑工程系， 上海 200092)

通信機房吊掛走線架結構抗震加固分析

朱 鵬*郝 浩 劉揚明 屈文俊

(同濟大學建筑工程系， 上海 200092)

通信機房走線架結構多為吊掛體系，抗側剛度較弱。地震作用下結構頂部位移響應過大，普遍不能滿足生命線工程的抗震設防要求，需要對走線架結構進行抗震加固。針對走線架在地震作用下側移過大，抗震性能較差的特點，通過走線架下方增加支撐架及吊掛系統增設交叉柔性支撐，提高結構抵御地震作用的能力。利用ANSYS有限元軟件，對一案例加固前后走線架建立了整體有限元模型并進行彈塑性時程分析，分析抗震加固后的地震響應，驗證加固效果。

通信機房， 走線架結構， 抗震加固， 有限元模型， 彈塑性時程分析

1 引 言

在役的通信設備吊掛走線架結構，整體抗側剛度較弱，不能滿足生命線工程的抗震設防要求[1]，需采取措施加固結構的抗側力體系以提高抗側剛度。本文建立的機房走線架有限元模型以上海某局房通信機房設備擴容的鑒定加固項目為依托，根據實測尺寸及走線架布置情況，建立機房走線架結構的整體有限元模型，選定常用的El-Centro波及上海人工波SHWN2[2]，制定合理的加載工況，對走線架結構施以7度地震波，對其進行彈塑性時程分析，以研究走線架結構的抗震性能。盡管走線架與主體建筑結構間布置有少量側向連接，但地震作用下其動力響應可以視為獨立于主體結構[3]。通過對其有限元模型彈塑性時程分析可知，走線架結構的層間位移角和側移峰值均較大。為此，對傳統的通信設備吊掛走線架結構進行加固。對加固后的通信設備吊掛走線架結構重新建立有限元模型進行彈塑性時程分析，以驗證加固效果。

2 傳統通信設備吊掛走線架結構概述及有限元計算分析

該機房走線架采用的是高規格的鎂鋁合金上走線走線架，走線架上的線纜荷載通過其下方布置的支撐架和上面吊桿傳遞到結構樓地板上。為了實現“三線分離[4]”，該機房橋架共設有三層，第一層橋架為電源走線架，主要布放電源電纜，第二層和第三層主要為通信電纜走線架，用來布放設備電纜、網線和光纖等通信電纜，各層標高依次為2.3 m，2.55 m，2.80 m，走線架的寬度為0.6 m。該局房的某Boss機房內走線架結構布置如圖1所示。

圖1 上海某局房BOSS機房平面(單位：mm)

目前，通信運營商高標準機房常采用的是鎂鋁合金材質的走線架。該走線架是由一些特定截面的桿件，通過彎折成直角的鋼板及螺栓構成的半剛性連接件(圖2)連接而成的多層空間架體，其主要承擔上布的光纖、電纜自重，如圖3所示。

圖2 半剛性連接節點

圖3 走線架結構承載的線纜

鎂鋁合金走線架的豎向傳力系統主要有兩類：

(1)天花吊頂吊掛系統(圖4)：豎向荷載可以通過上部螺桿及膨脹螺栓傳導到上層結構樓板上。通信機房走線架體系的群拉桿吊掛系統，在豎向荷載下，其主要承重構件為拉桿，不存在失穩的問題，能夠充分發揮其材料的力學性能；但是這類結構安全儲備低，抗震防線少，一旦拉桿失效，走線架結構將面臨倒塌的危險。

圖4 走線架吊掛系統立面圖(單位：mm)

(2)地面支撐系統(圖5)：豎向荷載通過其下方合理布置的支撐架傳遞到下方結構樓板。與螺桿吊掛系統相比，支撐架具有相對優良的抗側剛度，可以減小走線架在水平力作用下的側移；作為受壓構件，其材料強度由于穩定問題而不能充分利用，同時由于走線架下方裝置的阻礙，支撐架的位置不能根據走線架結構的受力分布而隨意設置。

圖5 走線架支撐系統立面圖(單位：mm)

走線架主體結構(包括邊梁、橫擔、支撐豎桿)以及下方的支撐架均采用4C型熱擠壓鋁合金型材，進行噴砂及陽極氧化處理，其截面形式及尺寸如圖6所示。走線架各桿件均通過L形固定件連結，該連接件采用Q345鋼材，表面熱鍍鋅處理。通過將L形固定件兩端彎角卡入4C型材截面凹處，再用8.8級M6專用螺絲螺母上緊，實現各型材桿件的直角連接。L形固定件如圖7所示。

圖6 鋁合金型材截面尺寸(單位：mm)

圖7 L形固定件大樣(單位：mm)

郭小農等[5]通過對不同截面類型的6061-T6鋁合金試件的材性試驗，獲得本文研究走線架型材桿件所采用的6061-T6型鋁合金材料的物理特性。連接件采用的是Q345鋼材，其物理力學性能可查《鋼結構設計規范》。鋁合金型材及鋼連接件的材料性能如表1所示。

表1 材料性能

Table 1 Material property

走線架結構的各邊梁、橫擔、支撐架等采用的是6061-T6型鋁合金材料[6]，各桿件的連接固定件采用的則是Q345鋼材。本文有限元模型中定義了鋁合金材料的多線性隨動強化模型，圖8位6061-T6型鋁合金的應力應變曲線。各連接固定件Q345鋼材的應力應變曲線可以簡化為理想彈塑性模型，如圖9所示。

圖8 6061-T6型鋁合金的應力應變曲線

圖9 Q345鋼材應力應變曲線

根據該局房Boss機房走線架布置情況，做適當簡化，建立了機房走線架整體有限元模型。走線架主體及各支撐架均采用Beam188單元[7]，半剛性連接件[8-9]采用零長度非線性彈簧Combin39單元[7]來進行模擬。

在走線架豎向承重設計時，考慮了該局房交換/傳輸機房通信線纜初步統計結構，橫擔上承受的各類線纜荷載設計值取值為1.0 kN/m；在進行地震作用計算時，線纜重量無需考慮擴容或其他余量，走線架上線纜總重量為399.2 kg/m，相應折算為橫擔上線荷載為0.76 kN/m(77.6 kg/m)。根據我國建筑抗震設計規范，考慮走線架上線纜活載的組合值系數0.8，有限元模型上各橫擔的附加質量為62.08 kg/m。

通過有限元分析軟件ANSYS程序，對半剛性連接的機房走線架有限元模型，分別按雙向El-Centro波及X向、Y向上海人工SHWN2波三種工況，輸入7度設防下的罕遇地震波，對走線架結構進行彈塑性時程分析。本節走線架結構彈塑性時程分析計算輸入的地震波工況如表2所示。走線架結構在7度設防的罕遇天然El-Centro波及上海人工SHWN2波作用下，結構動力響應對比結果如表3所示。

該機房吊掛走線架結構在當地設防烈度的罕遇地震作用下，頂部側移峰值達到340.5mm，下部支撐架結構層的層間位移角達到14.6%(1/6.84)，遠遠超過《建筑抗震設計規范》關于鋼結構彈塑性層間位移角1/50的限值。雖然目前沒有相關規范對機房內鋁合金[6]結構的側傾角限值進行規定，但抗規中關于鋼結構彈塑性層間位移角的限值具有一定的參考意義。走線架頂發生過大的位移響應，過大的水平位移使走線架與周邊建筑主體結構發生碰撞；同時支撐架產生過大的側傾而使結構整體倒塌、毀損。走線架結構的抗震性能極差，需要對其進行抗震加固。

表2 計算輸入地震波工況

Table 2 Seismic wave conditions in calculation

表3 兩種地震波計算結果對比

Table 3 Calculation results of the two kinds of seismic wave

由表3對比結果可知，在同一烈度、同一水準的不同地震波輸入時，以SHWN2地震波輸入時，走線架結構頂部的位移及相對加速度響應，相對El-Centro計算結果較大，其差異較大，說明輸入地震波的頻譜特性對結構的動力反應的影響相當明顯。由于上海人工波是考慮上海當地的場地特征及設計地震分組來進行擬合的，該地區場地屬于IV類軟弱土，軟弱土層覆土較深，基巖埋深較厚，這樣的場地對地震動有放大作用，且地震動長周期分量明顯，與El-Centro波相比上海人工波特征周期也相對較大。因此，結構自振周期約為2.3 s的柔性走線架結構在同一烈度水準的上海人工波作用下，結構表現動力響應比其他地震波大得多。故隨后走線架結構加固后的彈塑性時程分析均采用上海人工SHWN2地震波來進行分析。

3 抗震加固方案

針對該局房Boss機房走線架抗側力構件布置的特點，通過在各組吊桿間設置交叉的柔性支撐，增加吊桿在走線架強方向抗側剛度，在縱橫向走線架相交的區域增設四立桿的復合式支撐架，以提高結構整體的抗側移剛度。復合支撐架設置位置如圖10所示。由于機房走線架下方有布設電源架、機柜等設備的需要，復合支撐架的位置不能隨意布置，結合機房通訊設備的現場布置，選定縱橫向走線架相交處進行復合支撐架的布設具有合理性。

圖10 走線架加固復合支撐架布置示意圖(單位：mm)

4 抗震加固后有限元模型

在縱橫向走線架交接處增設四立桿復合支撐架，在各組吊桿之間設置交叉柔性支撐，走線架原支撐數量和位置保持不變。加固后走線架整體有限元模型如圖11及圖12所示。走線架有限元模型局部網格劃分信息如圖13所示。

5 抗震加固后動力模態分析

對加固后走線架結構進行動力模態分析，提取結構前四階模態動力參數及相應各階振型圖如表4及圖14—圖17所示。

圖11 加固后走線架有限元模型

圖12 加固后走線架有限元模型局部

圖13 走線架有限元模型局部網格劃分信息

表4 加固后走線架前4階模態

Table 4 The first four order mode of cable tray structure after reinforcement

圖14 加固后走線架一階模態

圖15 加固后走線架二階模態

圖16 加固后走線架三階模態

圖17 加固后走線架四階模態

由表4及相應模態振型圖可知，走線架結構的第一階振型表現為結構X向平動，這是由于Y向吊桿間設置了交叉支撐，使得加固后Y向抗側移剛度相對較大，X向平動模態提前發生。加固后結構二階模態表現為整體扭轉，說明結構的整體抗扭剛度仍不足，在水平力作用下，合力作用線與結構幾何質心間存在偏差，結構易于發生整體扭轉。結構在第四階出現局部模態，該模態表現為在2軸、3軸間跨度較大區域，走線架層間整體性較差，發生相互側移錯動。說明加固后薄弱環節轉移到該區域，需要在該區域增設支撐短桿加強整體性。對比加固前后結構各階的自振頻率，可知加固措施有效地提高了走線架結構整體的抗側剛度。

6 抗震加固后動力時程分析

在加固后走線架有限元整體模型上施以Y向上海人工SHWN2地震波，該地震波峰值加速度為220gal，步長0.02s，地震波持時30s。對結構進行彈塑性時程分析，提取得走線架上整體Y向位移及局部位移時程曲線如圖18及圖19所示。

圖18 走線架Y方向位移時程曲線

圖19 走線架Y向局部位移時程曲線

由圖18可知，加固后走線架在Y向地震波的作用下，走線架層整體峰值位移響應出現在底層橋架，發生于第6.7s，其峰值為29.6 mm，相對應的支撐架側傾角為1.3%；由圖19可知，走線架結構上的位移響應在局部區域(縱向走線架2軸、3軸線間跨度較大區域)得到放大，該區域走線架最大位移響應發生于6.74 s，該峰值為71.5 mm。結構位移響應區域如圖20所示，由于走線架層間整體性較差，局部區域位移響應過大，這與圖21中第四階模態分析結果吻合。圖21是走線架上速度響應時程曲線，其峰值為0.21 m/s，發生于6.58 s。

圖20 走線架局部Y向位移響應放大

圖21 走線架Y向速度時程曲線

圖22及圖23是走線架頂部整體平均加速度及局部區域加速度響應時程曲線。結構在Y向地震作用下，結構整體峰值加速度響應出現在7.18 s，其峰值為4.33 m/s2，相應于Y向基底輸入的2.20 m/s2(220gal)值其動力放大系數為1.97；同位移響應及模態分析結果一致，由于結構局部整體性不足的缺陷，部分區域加速度響應放大，該區域峰值加速度出現于6.74 s，峰值為7.34 m/s2，相應基地輸入加速度值放大3.34倍。由于增強了走線架結構抗側力體系的抗側剛度，結構整體剛度增大，自振周期減小，結構上加速度響應加大，結構所受地震作用增大。

圖22 走線架Y向加速度時程曲線

圖23 走線架局部Y向加速度時程曲線

圖24及圖25是加固后走線架在Y向地震作用下，各結構層的側移曲線和各層層間位移角時程曲線。由圖24可知，走線架沿高度方向，最大側移發生在橋架底層(支撐架頂)，這是由于對吊桿施加交叉支撐桿后，抗側剛度大大提升，走線架主體結構在頂部交叉吊桿及支撐架底部柱腳支座的約束下，水平力下側移主要發生在位于中間部位的底層和中間層橋架上，中間位置的橋架往外凸出。由圖25可知，加固后走線架各層間的側移變形主要集中在上層走線架和支撐架層，頂層橋架峰值層間位移角為0.0581(1/17.2)，而支撐架最大層間側移角為0.0129(1/77.5)。

圖24 走線架Y向側移曲線

圖25 走線架Y向層間位移角時程曲線

在Y向上海人工SHWN2地震波作用下，走線架位移響應峰值出現于第6.74 s，該時刻走線架整體變形圖見圖26，吊桿變形圖見圖27。由圖26可知，在Y向地震激勵作用下，走線架整體側移峰值約為30 mm，由于走線架層間連接較弱，整體性較差，縱向走線架2軸、3軸線間跨度較大，且無有效支撐架約束，層間產生了較大的相對側移變形，這與模態分析結果相符。該區域側移響應得到放大，峰值達到79 mm。由圖27可知，吊桿上水平地震剪力主要由交叉桿軸向力的水平分力抵抗，交叉桿發生較大的軸向變形。交叉桿在相交處無連結，長細的壓桿受壓失穩而退出工作，僅考慮受拉桿的影響。

圖28及圖29是支撐架及吊桿的應力云圖(峰值時刻)。由圖28及圖29可知，走線架下方支撐架最大應力值出現于6.74 s，該峰值僅為81.6 MPa，構件均處于彈性階段。吊桿應力最大值出現于6.68s，該峰值為219 MPa。在走線架上地震剪力達到最大值時刻(6.68 s)，提取得各抗側力體系的剪力分配見表5。

圖26 走線架整體變形圖 (6.74 s)

圖27 走線架吊桿變形圖 (6.72 s)

圖28 支撐架峰值應力云圖(6.74 s)

圖29 吊桿峰值應力云圖(6.68 s)

表5 地震剪力在各抗側體系上的分配(6.68 s)

Table 5 Distribution of seismic shear force at every lateral resistance system(6.68 s)

由表5可知，由于吊桿之間設置了交叉支撐，其抗側剛度大大提升，其在地震作用下，承擔了絕大部分的地震剪力(占81.75%)，而走線架下方支撐架，則分配較小的地震剪力，新加復合支撐架承擔其中的67.2%，說明新加復合支撐架抗側剛度遠大于原有梯架，該加固方案對走線架抗側剛度的提升效果較明顯。在地震剪力達到最大值時刻，各吊桿錨固端反力最大值位于7-A軸處，為3.18 kN，不計吊桿自身的抗剪能力及受壓交叉桿的影響，該反力主要由交叉拉桿軸向拉力的水平分力來抵抗，故該節點處受拉交叉桿軸向拉力為9.55 kN，該軸拉力較大，應對鋼筋在混凝土的錨固進行強度驗算。

將加固前后結構模態分析及7度罕遇Y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，匯總如表6所示。

由表6可知，機房走線架結構通過對其抗側力體系的加固，結構整體抗側剛度大大提升，結構自振周期減小為0.849 s，處于地震反應譜的平臺段，結構上動力響應顯著增大(走線架頂部相對加速度響應峰值增大為4.33 m/s2，增幅61%)，結構上地震作用顯著增大(基底剪力增大為105.5 kN，增幅126%)。在結構地震作用大量增幅的同時，由于結構整體抗側剛度提高，結構的側移顯著降低(走線架頂部側移減小為29.6 mm，降幅91.3%)，從控制側移的角度看，加固取得了優良的效果。

表6 走線架加固前后對比

Table 6 Comparison of cable tray structure before and after reinforcement

*表中()內數值為加固后局部放大區域動力響應值。

7 結 論

(1) 通信機房吊掛走線架體系可以采用走線架下方增設支撐架及吊掛系統增設交叉柔性支撐加固，使結構滿足抗震設防要求。

(2) 加固后結構在地震加速度激勵作用下，走線架頂部的側移得到有效控制，但頂層橋架的層間位移角仍較大，說明走線架主體整體性較差，層間剛度較弱。為了提高結構整體側移剛度，在進行抗側力構件加固的同時，還應避免結構薄弱層轉移至走線架層，應通過在各層走線架之間增設豎向聯系短桿，加強各層橋架之間的連接，對走線架主體進行整體性加固。

(3) 通過加強走線架結構抗側剛度的抗震加固方法，能夠有效的減小走線架頂部的側移，但卻導致結構上地震作用大幅增大，柔性支撐與混凝土樓蓋的連接成為設計的關鍵點，應對鋼筋在混凝土的錨固進行規定。

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Analysis on the Anti-seismic Strengthening of Suspended Cable Tray Structure in Telecommunications Room

ZHU Peng*HAO Hao LIU Yangming QU Wenjun

(Department of Strutural Engineering, Tongji University, Shanghai 200092, China)

Suspended systems are commonly used for cable tray structures in the telecommunication room. The lateral stiffness is weak. The displacement response of the top of the structure under seismic loading is significant, which generally cannot meet the seismic fortification criterion for lifeline facilities. Therefore anti-seismic strengthening is required for some cable tray structures. Considering the large lateral displacement and poor performance in earthquakes, support frames under cable tray were designed and cross flexible supports for the suspended system were added to improve seismic performances. The finite element models of the whole cable tray before and after strengthening were developed. Elastoplastic time-history analyses were performed to analyze seismic responses to prove the effectiveness of the strengthening strategy in this paper.

telecommunication room, cable tray structure, anti-seismic strengthening, finite element model, elastoplastic time-history analysis

2014-01-17

國家自然科學基金資助項目(50678127)，國家科技支撐計劃項目(2006BAJ03A07-04)，上海市浦江人才計劃(12PJ1409000)

*聯系作者，E-mail：pzhu@tongji.edu.cn