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        高承載力工具式鋼結(jié)構(gòu)施工臨時(shí)支撐體系承載性能實(shí)驗(yàn)研究

        2022-01-10 08:53:12張?jiān)聵?/span>劉祥胡大柱宋生志彭成波陳懷遠(yuǎn)
        關(guān)鍵詞:斜桿橫桿軸心

        張?jiān)聵?劉祥 胡大柱 宋生志 彭成波 陳懷遠(yuǎn)

        臨時(shí)支撐結(jié)構(gòu)是鋼結(jié)構(gòu)安裝施工過程中,在上部結(jié)構(gòu)未形成整體結(jié)構(gòu)時(shí),給予上部結(jié)構(gòu)支撐的臨時(shí)結(jié)構(gòu)[1]。目前,在大跨度空間鋼結(jié)構(gòu)安裝施工過程中,應(yīng)用最為廣泛的是高承載力鋼結(jié)構(gòu)臨時(shí)支撐體系,高承載力鋼結(jié)構(gòu)臨時(shí)支撐體系可以廣泛應(yīng)用于各種大型公共建筑領(lǐng)域,適用項(xiàng)目類型豐富,對(duì)于復(fù)雜建筑形態(tài)及復(fù)雜場(chǎng)地情況的應(yīng)用具有優(yōu)勢(shì)[2]。

        高承載力臨時(shí)支撐體系表現(xiàn)出了優(yōu)越的性能,但是高承載力臨時(shí)支撐普遍難以高周轉(zhuǎn)使用。為此,我們研發(fā)了一種高承載力、可周轉(zhuǎn)使用的工具式鋼構(gòu)施工臨時(shí)支撐,在實(shí)際工程應(yīng)用過程中,針對(duì)質(zhì)量較重構(gòu)件,它不但承載力高,而且所有構(gòu)件均可拆卸循環(huán)使用,使用方便,可滿足高承載力高周轉(zhuǎn)要求(圖1)。

        圖1 支撐效果圖

        為測(cè)試臨時(shí)支撐的力學(xué)性能及破壞模式,探討其破壞機(jī)理,通過兩組構(gòu)件,兩種不同試驗(yàn)工況來研究臨時(shí)支撐的承載力,分析其工作狀態(tài)時(shí)的內(nèi)力、變形及位移特性,進(jìn)而分析其受力性能。

        1.試驗(yàn)概況

        實(shí)驗(yàn)設(shè)計(jì)兩組試件,分別承受軸心加載和偏心加載。為實(shí)驗(yàn)特別設(shè)計(jì)采用40mm鋼板制成的頂座,頂座最大承載力設(shè)計(jì)值為700t,同一個(gè)頂座可完成軸心加載和偏心加載;主體受力構(gòu)件采用四角格構(gòu)式體系,材質(zhì)為Q355B,為了將四角立柱底部固定于試驗(yàn)機(jī)下部,特別設(shè)計(jì)8 組底座,通過底座與試驗(yàn)機(jī)底部插銷相連接[3]。

        2.試驗(yàn)方案

        試驗(yàn)在上海應(yīng)用技術(shù)大學(xué)城市建設(shè)與安全工程學(xué)院的結(jié)構(gòu)與安全工程試驗(yàn)室1000t 多功能試驗(yàn)機(jī)上進(jìn)行。對(duì)預(yù)先設(shè)計(jì)制作的兩組試驗(yàn)件,一組試驗(yàn)件進(jìn)行軸心加載;另一組試驗(yàn)件進(jìn)行偏心加載[4](荷載偏心150mm),通過數(shù)字驅(qū)動(dòng)移動(dòng)試驗(yàn)機(jī)的豎向作動(dòng)器實(shí)現(xiàn)偏心加載。試驗(yàn)整體布置如圖2 所示。

        圖2 試驗(yàn)布置圖

        2.1 應(yīng)變測(cè)試方案一

        試件主要受力構(gòu)件為四根豎向鋼管柱。結(jié)構(gòu)既有整體失穩(wěn)的可能,單肢也有可能發(fā)生失穩(wěn)。所以,在四根豎向鋼管柱截面的東、南、西、北四個(gè)方向分別布置應(yīng)變片,每根鋼管柱四個(gè)應(yīng)變測(cè)點(diǎn)。為保證鋼管柱的所有應(yīng)變片在同一高度,且盡可能避開應(yīng)力最大截面,選取距離底座上表面500mm位置處布置應(yīng)變片(應(yīng)變位置如圖3 所示)。

        圖3 豎向鋼管應(yīng)變布置位置示意圖

        除鋼管柱外,為測(cè)試其他關(guān)鍵構(gòu)件應(yīng)力水平,在重型支撐的下節(jié)間四根斜支撐、第二節(jié)北立面下水平桿和第一節(jié)東立面上水平桿布置了應(yīng)變片。斜支撐和水平桿應(yīng)變片均布置在桿件的中部。

        軸心加載試驗(yàn)應(yīng)變片共計(jì)22 個(gè)。所有應(yīng)變方向均與所貼桿件的軸線方向一致。應(yīng)變總體具體布置形式及編號(hào)如圖4所示。

        圖4 軸心加載試驗(yàn)應(yīng)變片布置圖

        偏心加載試驗(yàn)中增加了上部四根斜撐的應(yīng)變檢測(cè),共26 個(gè)應(yīng)變片,如圖5所示。

        圖5 偏心加載試驗(yàn)應(yīng)變片布置圖

        2.2 應(yīng)變測(cè)試方案二

        為準(zhǔn)確分析整體結(jié)構(gòu)在加載過程中的位移變化,以及不同位置處額變形差異,在四根鋼管柱位置布置了豎向位移計(jì),測(cè)試試驗(yàn)過程中的豎向變形。在頂座的剛心位置同樣布置了豎向位移計(jì),測(cè)試加載過程中剛心的豎向位移。

        圖6 位移計(jì)布置圖

        圖7 試驗(yàn)件變形圖

        除豎向位移計(jì),在重型支撐系統(tǒng)的頂部也設(shè)置了兩個(gè)方向的水平位移計(jì),測(cè)試加載過程中頂部的水平位移。水平位移計(jì)布置在頂座與豎桿交接處。

        2.3 應(yīng)變測(cè)試方案三

        為準(zhǔn)確分析整體結(jié)構(gòu)在加載過程中的位移,加載過程分為預(yù)加載和正式加載。

        對(duì)于軸心受力構(gòu)件,預(yù)加載采用力控制,根據(jù)本試驗(yàn)有限元分析結(jié)果(屈服荷載5000kN),預(yù)加載施加1000kN的豎向荷載,預(yù)加載過程中,所有通道數(shù)據(jù)均正常。

        正式加載采用力加載與位移加載相結(jié)合的方式,彈性階段首先進(jìn)行力加載,測(cè)試豎向位移量,加載值接近0.8 倍有限元計(jì)算的屈服荷載時(shí),改為位移控制。位移加載速率控制在0.3mm/min,不間斷加載,直至荷載值下降到歷經(jīng)最大值0.8倍時(shí)停止加載,或其他破壞現(xiàn)象不宜繼續(xù)加載。試驗(yàn)加載準(zhǔn)則如表1 所示。

        表1 軸心受力構(gòu)件加載準(zhǔn)則

        對(duì)于偏心受力構(gòu)件,預(yù)加載同樣采用力控制,預(yù)加載施加1000kN 的豎向荷載,預(yù)加載過程中,所有通道數(shù)據(jù)均正常。

        偏心受力構(gòu)件正式加載階段的加載方案與軸心受力構(gòu)件相同,不同的是偏心受力構(gòu)件力加載至3000kN 后采用位移加載。偏心受力構(gòu)件試驗(yàn)加載準(zhǔn)則如表2 所示。

        表2 偏心受力構(gòu)件加載準(zhǔn)則

        3.軸心受壓構(gòu)件試驗(yàn)結(jié)果[5]

        3.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

        試驗(yàn)過程中,彈性階段構(gòu)件可直接觀測(cè)到無明顯變形,且無異常聲音出現(xiàn)。超過極限荷載后,四根鋼管柱逐漸出現(xiàn)屈曲現(xiàn)象,且四根鋼柱均出現(xiàn)屈曲,所有鋼管柱均呈現(xiàn)“S”型全波變形,這說明橫桿能夠有效提供支承,降低鋼管的無約束段長(zhǎng)度,從而提高重型支撐的承載力。

        試驗(yàn)過程中,節(jié)點(diǎn)板、連接螺栓等節(jié)點(diǎn)位置未出現(xiàn)失效現(xiàn)象。

        3.2 整體位移曲線

        3.2.1 豎向位移

        以頂座剛心處(5 號(hào)位移計(jì))的位移為橫坐標(biāo),豎向荷載為縱坐標(biāo),繪制力-位移曲線,同時(shí),提取四根鋼管處豎向位移與豎向荷載的關(guān)系曲線,如圖8 所示,從位移曲線可以看出,重型支撐系統(tǒng)極限承載力為6678kN,其彈性承載力約6000kN。從圖9 的對(duì)比還可以看出,頂座剛心處的位移與四肢鋼管柱豎向位移平均值較為接近。從圖8 和圖9 的對(duì)比曲線可以看出,構(gòu)件軸心加載時(shí),在彈性階段,四肢受力均勻,當(dāng)荷載加大,發(fā)生單肢失穩(wěn),荷載發(fā)生重分布現(xiàn)象,進(jìn)而各肢均發(fā)生了失穩(wěn)破壞。由于荷載作用在頂座的剛心位置,每肢鋼管柱均為壓彎構(gòu)件,每肢的失穩(wěn)模態(tài)也表現(xiàn)為極限值失穩(wěn)的特征。

        圖8 豎向位移-豎向荷載曲線

        圖9 剛心位移與四肢位移平均值對(duì)比曲線

        3.2.2 水平位移

        對(duì)臨時(shí)支撐,其加載方式是豎向加載,產(chǎn)生水平位移的原因是構(gòu)件或者結(jié)構(gòu)發(fā)生了失穩(wěn)破壞,從而產(chǎn)生側(cè)移。

        因試驗(yàn)條件限制,水平位移測(cè)試采用的是拉線位移計(jì),為減小其他方向位移對(duì)測(cè)試方向位移的影響,采用了加長(zhǎng)拉線的方式,W6 號(hào)位移計(jì)拉線長(zhǎng)度1819mm,W7 號(hào)位移計(jì)拉線長(zhǎng)度1965mm,W8 號(hào)位移計(jì)拉線長(zhǎng)度1929mm,W9 號(hào)位移計(jì)拉線長(zhǎng)度1961mm。根據(jù)幾何關(guān)系可知,非測(cè)試方向的位移對(duì)測(cè)試方向的位移影響較小,以拉線長(zhǎng)度最短的W6 號(hào)位移計(jì)為例,豎直方向產(chǎn)生50mm 位移,該位移在測(cè)試方向僅產(chǎn)生0.6871mm 的位移,因而其他方向位移對(duì)測(cè)試方向位移的影響可以忽略。

        從圖10 的結(jié)果可以看出,在豎向荷載達(dá)到6000kN時(shí),最大水平變形僅4.5mm,約為結(jié)構(gòu)整體高度的1/922。超過極限承載力后,由于結(jié)構(gòu)進(jìn)入失穩(wěn)狀態(tài),水平變形急劇增大,荷載卸載至零的時(shí)候,最大殘余水平變形達(dá)到58mm,約為結(jié)構(gòu)整體高度的1/71。

        圖10 水平位移-豎向荷載曲線

        從變形曲線還可發(fā)現(xiàn),在豎向荷載不超過6200kN 的階段,水平變形基本呈現(xiàn)彈性狀態(tài),此時(shí)結(jié)構(gòu)整體穩(wěn)定性能較好。

        3.3 應(yīng)變分析

        3.3.1 豎向鋼管應(yīng)變

        提取鋼管柱的應(yīng)變曲線,并以此為橫坐標(biāo),豎向荷載為縱坐標(biāo),繪制其關(guān)系曲線。如圖11 所示,從圖中亦可看出,當(dāng)豎向荷載不超過6000kN 時(shí),四根鋼管柱的應(yīng)變值均處于彈性狀態(tài),且截面上應(yīng)變分布均勻,此時(shí)每根鋼管柱基本處于軸心受壓狀態(tài)。

        圖11 鋼管應(yīng)變-豎向荷載曲線

        東南角鋼管柱北側(cè)、西南角鋼管柱東側(cè)的應(yīng)變?cè)诤奢d超過6000kN 后開始進(jìn)入非線性階段,但還未達(dá)到屈服應(yīng)變,這說明從6000kN 的外荷載開始,構(gòu)件進(jìn)入失穩(wěn)狀態(tài),隨著荷載增加,應(yīng)變?cè)龇涌欤糠謶?yīng)變片超過量程,構(gòu)件屈服。

        從應(yīng)變數(shù)據(jù)還可看出,西南角鋼管、西北角鋼管和東北角鋼管,隨著外荷載增加,鋼管柱失穩(wěn)狀態(tài)加劇,部分截面纖維出現(xiàn)受拉狀態(tài),而從變形圖也可清晰地看出,鋼管柱呈現(xiàn)“S”型的失穩(wěn)破壞模態(tài),隨著變形加劇,部分截面纖維由受壓狀態(tài)轉(zhuǎn)變?yōu)槭芾瓲顟B(tài),截面應(yīng)變分布不均勻。

        由鋼管柱的應(yīng)變變化規(guī)律可以看出,對(duì)試驗(yàn)的臨時(shí)支撐系統(tǒng),軸心加載狀態(tài)下外荷載不超過6000kN 時(shí)候,四根鋼管受力均勻,基本處于軸心受壓狀態(tài)。當(dāng)外荷載超過6000kN 時(shí),雖然系統(tǒng)的承載力繼續(xù)提高,但是部分構(gòu)件開始進(jìn)入失穩(wěn)狀態(tài),這與圖8 中的鋼管豎向變形-荷載曲線趨勢(shì)基本一致,在圖8 中外荷載低于6000kN 時(shí)候,荷載-位移曲線呈現(xiàn)“直線”型。

        3.3.2 斜撐及橫桿應(yīng)變

        試驗(yàn)中測(cè)試了下節(jié)四根斜撐的應(yīng)變,如圖12 所示。同時(shí)測(cè)試了第一節(jié)上部?jī)筛鶛M桿的應(yīng)變,其應(yīng)變值如圖13 所示。從圖中可看出,臨時(shí)支撐系統(tǒng)試驗(yàn)全過程中斜桿和橫桿的應(yīng)變值較小。四根斜桿在外荷載低于6000kN 階段均處于受拉狀態(tài),但拉應(yīng)力較小,隨著構(gòu)件進(jìn)入失穩(wěn)破壞階段,四根斜撐均開始進(jìn)入受壓狀態(tài),但最大應(yīng)變僅500,斜桿整體處于彈性狀態(tài)。

        圖12 斜桿應(yīng)變-豎向荷載曲線

        圖13 橫桿應(yīng)變-豎向荷載曲線

        橫桿在外荷載低于6000kN 階段處于受壓狀態(tài),隨著構(gòu)件變形增加,橫桿處于受拉狀態(tài),其最大應(yīng)變?yōu)?20,構(gòu)件處于彈性狀態(tài)。

        由斜桿和橫桿的應(yīng)變分析可看出,本系統(tǒng)中,斜桿與橫桿主要用于支承豎向鋼管,降低豎向鋼管的無支承段長(zhǎng)度,從而提高臨時(shí)支撐系統(tǒng)的承載能力??刹捎脠D14 計(jì)算所示計(jì)算模型計(jì)算斜桿和橫桿所需剛度及承載能力。斜桿和橫桿共同提供水平彈性支座,如果彈性支座剛度很弱,則所起作用不大。當(dāng)支承剛度足夠而豎向鋼管屈曲時(shí),桿軸線呈現(xiàn)S型的全波變形,計(jì)算時(shí),設(shè)彈簧支座有無限小的壓縮量d,桿件在彈性支座處的反彎點(diǎn)相當(dāng)于一個(gè)鉸。對(duì)此鉸取矩,可得:

        圖14 水平及斜桿剛度計(jì)算模型

        橫桿提供的支承剛度為構(gòu)件軸向線剛度。斜桿所提供的支承剛度為構(gòu)件軸向線剛度與桿件與水平方向夾角的余弦值乘積。

        支承剛度為橫桿提供的支承剛度與斜桿提供的支承剛度之和。

        由以上理論模型可進(jìn)行橫桿和斜桿的截面設(shè)計(jì)[6]。

        4.偏心受壓構(gòu)件試驗(yàn)結(jié)果

        4.1 試驗(yàn)現(xiàn)象

        試驗(yàn)過程中,彈性階段構(gòu)件可直接觀測(cè)到明顯變形,且無異常聲音出現(xiàn)。隨著荷載增加超過極限荷載后,北側(cè)(靠近加載點(diǎn))兩根鋼管柱逐漸出現(xiàn)屈曲現(xiàn)象,發(fā)生失穩(wěn)的兩根鋼管柱呈現(xiàn)“S”型全波變形。南側(cè)(遠(yuǎn)離加載點(diǎn))的兩根鋼管柱也有失穩(wěn)發(fā)生,但是其屈曲變形遠(yuǎn)小于北側(cè)鋼管柱,變形形狀見圖15。

        圖15 試驗(yàn)件變形圖

        隨著荷載增加,當(dāng)構(gòu)件超過極限力后,荷載下降,下降到90%極限承載力時(shí),東北角的鋼管柱與東側(cè)下節(jié)斜桿的節(jié)點(diǎn)板連接螺栓發(fā)生斷裂,兩顆螺栓同時(shí)發(fā)生斷裂(圖16),此刻荷載迅速下降至0.75倍極限承載力,停止試驗(yàn)。

        圖16 螺栓破壞

        從試驗(yàn)變形過程分析螺栓斷裂的原因可以發(fā)現(xiàn),偏心加載測(cè)試中,鋼管柱的變形集中于靠近加載點(diǎn)的北側(cè)兩根柱,且隨著荷載的增加,變形加劇,東北角的鋼管柱“S”型變形發(fā)生于東西面,對(duì)于東北角角鋼管柱與東側(cè)下節(jié)斜桿的連接鋼板,該變形為鋼板的面外變形,由于節(jié)點(diǎn)板較短,面外剛度較大,從而使得螺栓產(chǎn)生較大的拉力,隨著變形加大,該拉力超過螺栓的極限抗拉承載力,螺栓發(fā)生斷裂破壞。

        4.2 整體位移曲線

        4.2.1 豎向位移

        同樣以頂座剛心處(5 號(hào)位移計(jì))的位移為橫坐標(biāo),豎向荷載為縱坐標(biāo),繪制力-位移曲線,同時(shí),提取四根鋼管處豎向位移與豎向荷載的關(guān)系曲線,如圖17 所示,從位移曲線可以看出,臨時(shí)支撐系統(tǒng)極限承載力為6088kN,其彈性承載力約5000kN。從圖18 的對(duì)比同樣可以看出,頂座剛心處的位移與四肢鋼管柱豎向位移平均值較為接近。從圖17 和圖18 的對(duì)比曲線可以看出,構(gòu)件軸心加載時(shí),在彈性階段,四肢受力基本均勻,但北側(cè)兩根鋼管柱變形大于南側(cè),當(dāng)荷載加大,靠近加載點(diǎn)的北側(cè)兩根鋼管柱豎向變形急劇增加,在達(dá)到極限荷載時(shí),北側(cè)鋼管柱的豎向變形約為32mm,而南側(cè)鋼管柱的豎向變形僅7mm。荷載卸載至零時(shí),北側(cè)鋼管柱殘余變形34mm,南側(cè)僅4.83mm。

        圖17 豎向位移-豎向荷載曲線

        圖18 剛心位移與四肢位移平均值對(duì)比曲線

        偏心加載狀態(tài)下,構(gòu)件主要變形發(fā)生在靠近加載點(diǎn)的鋼管柱,從而結(jié)構(gòu)整體承載能力下降。對(duì)于發(fā)生失穩(wěn)破壞的單肢鋼管柱,其破壞模式仍然是“S”型全波失穩(wěn)變形,使得其發(fā)生該變形的原因是斜撐和水平鋼管提供的支承剛度,使得構(gòu)件計(jì)算長(zhǎng)度降低。

        4.2.2 水平位移

        偏心加載工況中,水平位移最大值小于中心加載。東西方向的兩個(gè)測(cè)點(diǎn)的水平位移在結(jié)構(gòu)體系處于彈性階段時(shí),基本接近。南北方向兩測(cè)點(diǎn)的水平位移在彈性階段位移值差異就較大。隨著外荷載增加,北側(cè)兩根鋼管柱的變形增大,同一側(cè)的水平位移也有較大差別,從結(jié)構(gòu)的變形過程也可看出,東北角鋼管柱沿著東西方向失穩(wěn),而西北角鋼管柱沿著南北方向失穩(wěn),從而導(dǎo)致同一側(cè)水平位移不一致。這也說明,雖然結(jié)構(gòu)體系是偏心加載,但對(duì)于單根鋼管柱,其變形狀態(tài)仍然為軸心失穩(wěn)模態(tài),其失穩(wěn)方向并不與結(jié)構(gòu)體系偏心方向相同。

        4.3 應(yīng)變分析

        4.3.1 豎向鋼管應(yīng)變

        圖19 水平位移-豎向荷載曲線

        提取鋼管柱的應(yīng)變曲線,并以此為橫坐標(biāo),豎向荷載為縱坐標(biāo),繪制其關(guān)系曲線。如圖20 所示,從圖中亦可看出,當(dāng)豎向荷載不超過4500kN 時(shí),四根鋼管柱的應(yīng)變值均處于彈性狀態(tài),且截面上應(yīng)變分布均勻,此時(shí)每根鋼管柱基本處于軸心受壓狀態(tài)。分析南側(cè)兩根鋼管柱的應(yīng)變可以看出,在全加載過程中,所監(jiān)測(cè)的截面基本處于彈性狀態(tài),且部分截面纖維在整體結(jié)構(gòu)超過極限承載力后,處于受拉狀態(tài)。而北側(cè)兩根鋼管柱由于發(fā)生了較為嚴(yán)重的失穩(wěn)破壞,監(jiān)測(cè)截面處于壓彎受力狀態(tài),壓應(yīng)力較大截面纖維完全屈服,而在較大截面彎矩作用下,基本構(gòu)件屈曲較為嚴(yán)重,但是截面上部分纖維處于受拉狀態(tài)。

        圖20 鋼管應(yīng)變-豎向荷載曲線

        從偏心受力狀態(tài)下四根鋼管柱的應(yīng)變狀態(tài)可以分析出,由于偏心壓力,使得鋼管柱強(qiáng)度和穩(wěn)定性能不能充分發(fā)揮,從而結(jié)構(gòu)整體承載能力下降。

        4.3.2 斜撐及橫桿應(yīng)變

        試驗(yàn)測(cè)試了下節(jié)四根斜桿及上節(jié)四根斜桿的應(yīng)變,測(cè)試結(jié)果如圖21 所示。從測(cè)試結(jié)果可以看出,下節(jié)斜撐應(yīng)變值高于上節(jié)斜撐,下節(jié)斜撐最大應(yīng)變560,上節(jié)斜撐最大應(yīng)變380,整體處于受拉狀態(tài)。八根斜撐的應(yīng)變均較小,處于彈性狀態(tài)。

        圖21 斜桿應(yīng)變-豎向荷載曲線

        同時(shí)測(cè)試了第一節(jié)上部?jī)筛鶛M桿的應(yīng)變,其應(yīng)變值如圖22 所示。從圖中可看出,兩根橫桿應(yīng)變?cè)谠囼?yàn)加載全過程中,開始受拉,由于結(jié)構(gòu)變形加大,由受拉狀態(tài)轉(zhuǎn)變?yōu)槭軌籂顟B(tài)。但構(gòu)件仍然處于彈性狀態(tài),其最大應(yīng)變值為400。

        圖22 橫桿應(yīng)變-豎向荷載曲線

        5.對(duì)比分析

        對(duì)比分析軸心加載和偏心加載兩種工況下,剛心位移與荷載關(guān)系曲線,如圖23 所示,從圖中可以看出,偏心加載使得構(gòu)件整體承載力下降,極限變形能力同時(shí)也下降。

        圖23 軸心加載及偏心加載對(duì)比曲線

        同時(shí)對(duì)比豎向鋼管的應(yīng)變也可看出,偏心加載使得豎向鋼管的承載力不能充分發(fā)揮,遠(yuǎn)離加載點(diǎn)的鋼管柱在結(jié)構(gòu)破壞時(shí),仍未達(dá)到截面的屈服承載力。

        6.結(jié)論

        (1)通過對(duì)臨時(shí)支撐系統(tǒng)的軸心加載和偏心加載試驗(yàn),可發(fā)現(xiàn)該系統(tǒng)軸心加載彈性承載力為6000kN,極限承載力為6678kN。在150mm 偏心距的偏心加載工況下,彈性承載力為5000kN,極限承載力為6087kN。

        (2)初始偏心會(huì)降低臨時(shí)支撐系統(tǒng)的承載力,同時(shí)會(huì)降低其豎向變形能力。

        (3)從實(shí)驗(yàn)結(jié)果可以看出,考慮為使臨時(shí)支撐適用項(xiàng)目范圍更廣、使用周期更長(zhǎng),臨時(shí)支撐結(jié)構(gòu)設(shè)計(jì)時(shí)考慮了必要的安全儲(chǔ)備。偏心支撐5000kN 的實(shí)驗(yàn)彈性承載力,考慮高度20m以上整體穩(wěn)定性,結(jié)構(gòu)荷載分項(xiàng)系數(shù),結(jié)構(gòu)實(shí)驗(yàn)彈性極限承載力符合《建筑結(jié)構(gòu)可靠性設(shè)計(jì)統(tǒng)一標(biāo)準(zhǔn)》(GB50068-2018)3.2.6 條規(guī)定的二級(jí)安全等級(jí)結(jié)構(gòu)構(gòu)件的設(shè)計(jì)值須達(dá)到可靠度3.2 倍安全系數(shù)的要求[7]。

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