1. 前言

教学楼、宿舍楼、病房、高层办公楼等楼板跨度多为 3.2m~4.2m，无法避免大面积搭设临时支撑；落地临时支撑的搭设，受限于下层楼板的砼浇筑养护完成的时间点，影响施工进度；当公建项目首层层高较高（大于 4.5m）时，落地临时支撑搭设费用和风险都将翻倍，如涉及高支?；剐枰橹移郎?；全现浇楼板与钢结构的施工效率不匹配，落地支撑影响外墙安装效率。

 

采用型钢作为组成部件，沿楼承板长、短边双向布置主、次龙骨的形式设置楼板临时支撑，通过有限元建模分析不同参数下的变形特性，发现通过增加临时支撑主、次龙骨数量、减小次龙骨间距、增设传力构件等措施可减小结构变形。研究设计了一种以钢梁作为支撑的新型的不落地可伸缩通用支撑系统，利用钢结构自身的结构优势为装配式楼板施工阶段提供临时支撑。该伸缩支撑构件采用了有限元模拟分析支撑的整体承载能力，并对构件规格进行优化，使得单个支撑的总重量得到有效控制，方便搬运，安装灵活。曹靖[3] 利用 H 型钢梁的特点，设计并实施了一种可调节标高的自承式楼板支撑体系，充分利用已有的钢梁作为支撑体系的着力点，通过在楼面钢梁上依次设置支托、主龙骨、次龙骨及木模板，组成一个完整的受力体系。

 

可伸缩式双榀桁架免落地临时支撑为免落地支撑第三版迭代成果，解决了常规落地支撑对施工进度和施工作业空间的不利影响，解决了全现浇楼板的施工效率低的问题。新型可伸缩免落地楼板临时桁架支撑可对超过楼板类型最大适用跨度的现浇楼板提供临时支撑。其特点是：支撑结构不落地，且适用两端等高或不等高钢梁；可以调节长度，适用于3.6m~4.2m 的楼板跨度；可快捷高效地安装和拆卸；能够多次循环使用。

 

免落地支撑，解决了支撑受下层混凝土浇筑养护的时间点制约，加快施工进度；楼板的施工进度可以快约 17%（以 4 层教学楼为例），工期缩短的比例基本为原工期的 47%；对于层高较高的楼层，免落地支撑可以避免高支模的风险；利用结构已有钢梁支撑，不占用楼层空间，提供了多工种交叉作业的施工界面；上层楼板的施工，无需等下层楼板的砼浇筑养护；研究成果应用成熟，可以进行外部推广，创造收益 。

 

对于层高较高的楼层，免落地支撑可以避免高支模的风险；利用结构已有钢梁支撑，不占用楼层空间，提供了多工种交叉作业的施工界面；上层楼板的施工，无需等下层楼板的砼浇筑养护；研究成果应用成熟，可以进行外部推广，创造收益。

 

2. 有限元模型计算

可伸缩临时支撑构造如图 1 所示，可伸缩临时支撑由 2 个插接单榀腹杆桁架从两端插入一个双榀腹杆桁架组成，双榀腹杆桁架与插接单榀腹杆桁架通过销轴连接。腹杆通过焊接与上弦和下弦连接；上弦与下弦杆件上留有销轴连接孔；连接时将销轴插入孔中，通过调节插接桁架的插孔位置调节支撑的总长度，并且插接桁架与梁连接端部留有微调节长圆孔，长圆孔下加设与上弦等宽的垫板，垫板焊接到上弦下表面；支撑两端通过拉力螺栓固定于钢梁上。

 

 

图 1. 可伸缩临时支撑构造图.

 

2.1 仿真计算采用的设备基本情况

处理器为 Intel(R) Core(TM) i7-4790 CPU @ 3.60GHz；机带 RAM：16.00 GB；系统类型：64 位操作系统，基于 x64 的处理器。

 

2.2 计算模型的处理技术

钢材的应力—应变本构关系采用理想弹塑性简化模型，如图 2 所示。Q235 钢材密度为7.85g/cm3，弹性模量为 2.06×10-5N/mm2，泊松比为 0.3，屈服强度标准值为 235MPa；HRB400 钢筋密度为 7.85g/cm3，弹性模量为 2.0×10-5N/mm2，泊松比为 0.3，屈服强度标准值为 400MPa。

 

 

图 2. 钢材应力—应变曲线图.

 

可伸缩支撑组成部件如图 3 所示。销轴和支撑端部的拉力螺栓与支撑之间采用绑定（Tie）约束模拟，上、下弦中的插接部位采用绑定（Tie）约束模拟；腹杆桁架钢筋与上、下弦之间采用绑定（Tie）约束模拟；插接部分下弦与上弦连接部位采用绑定（Tie）约束模拟；插接部分端部下侧垫板与上弦采用绑定（Tie）约束模拟。加载点与双榀腹杆桁架的上弦上表面进行耦合约束，约束点为双榀腹杆桁架的上弦上表面两端点与中间点。

 

 

 

 

图 3. 有限元模型部件图.

 

模型采用非线性隐式方法求解。上弦、下弦、垫板、销轴、螺栓均采用 8 节点六面体线性减缩积分的三维实体单元（C3D8R），并进行沙漏控制；腹杆桁架钢筋选取 2 节点线性三维桁架单元（T3D2），材料单元根据 Mises 屈服准则，服从各向同性强化准则，遵循相应的流动法则，模型采用了结构化与扫掠式结合的网格划分技术，网格划分如图 4 所示。

 

 

图 4. 单元网格划分图.

 

支撑端部拉力螺栓截面采用固定约束，部分模型中对上弦中部与下弦进行平面外侧向约束，防止发生侧向失稳。

 

荷载采用位移加载方式，在中间上弦杆件顶面设置 3 个点与加载点进行耦合以实现同步加载。在与双榀腹杆桁架的上弦上表面进行耦合约束的加载点处施加竖直向下的位移荷载，使加载点发生竖直向下的位移，直至支撑达到最大荷载后丧失承载力；采用三点加载的方法分析可伸缩支撑的极限承载力。

 

数值计算中整个加载过程在 1 个分析步中进行，并在初始状态建立边界约束条件。在分析步中打开非线性计算使得非线性大变形计算结果更为准确；为了提高数值模拟时模型计算的收敛性，打开分析步自动稳定，使用前一通用分析步的阻尼因子，使用为应变能设置了最大稳定比例的自适应稳定性。

 

对 2 个可伸缩临时支撑模型进行模拟计算，ZC1 为无侧向约束模型，ZC2 为有侧向约束模型，模型参数如表 2.1 所示。

 

表 1. 可伸缩临时支撑模型参数.

 

 

2.3 方法计算的机时耗费情况

该模型计算效率和精度较高，在处理器为 Intel(R) Core(TM) i7-4790 CPU @ 3.60GHz，内存为 16.00 GB， 64 位 Windows 操作系统（基于 x64 的处理器）下，由于建模过程较精细，耗费时间略长，约 4 小时。此模型采用了多种单元类型，计算复杂程度略高，多次计算无法收敛，经反复调试后，单个模型提交作业后需 20 分钟左右可获得模型计算结果。

 

3. 仿真计算的结果分析

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交稿时请检查 PDF 版本文档确定其中所有的数学符号和公式正常显示。请不要用表格来显示公式，这样会出现问题。数学公式应断行表达。除非必要请不要在页面的边界放置图片，图片和公式在页面中从左往右居中放置。图片和文字中间留两行空间（包括图片标题）。

 

3.1 侧向约束模型应力与变形

侧向约束模型应力与变形如图 5 所示，无侧向约束模型应力与变形如图 6 所示。

 

 

 

 

（c） 插接段应力分布与变形图

 

 

（d） 端部应力分布与变形图

 

 

（e） 受拉螺栓应力分布与变形图

 

（f） 连接部位应力分布与变形图

 

 

（g） 销轴应力分布与变形图

图 5. 侧向约束模型应力与变形图.

 

 

 

（c） 插接段应力分布与变形图

 

 

（d） 端部应力分布与变形图

 

 

（e） 受拉螺栓应力分布与变形图

 

 

（f） 连接部位应力分布与变形图

 

图 6. 无侧向约束模型应力与变形图.

 

经分析处理，可伸缩临时支撑承载力两类模型荷载位移曲线如图 7 和图 8 所示，可伸

缩临时支撑承载力计算结果列于表 2。

 

 

图 7. 有侧向约束的可伸缩支撑荷载位移曲线图.

 

 

图 8. 无侧向约束的可伸缩支撑荷载位移曲线图.

 

表 2. 可伸缩临时支撑承载力计算结果.

 

 

4. 结论

l有侧向约束的可伸缩支撑在荷载作用下，支撑端部及插接连接部位出现变形，插接处插接段上弦、双榀腹杆桁架下弦端部、销轴变形相对明显；插接段上、下弦发生侧向失稳。

l无侧向约束的可伸缩支撑在荷载作用下，支撑端部、插接段上弦、双榀腹杆桁架下弦端部、销轴变形相对较大；支撑整体的上、下弦发生侧向失稳。

l有侧向约束的可伸缩支撑支撑承载力相对无侧向约束的可伸缩支撑较高；有侧向约束的可伸缩支撑支撑极限承载力为 26.98kN，无侧向约束的可伸缩支撑极限承载力为23.14kN，表明侧向约束对支撑承载力影响较明显。

l有侧向约束的可伸缩支撑支撑达到极限荷载后承载力下降较慢，承载力不明显降低而位移继续增大，延性较好；无侧向约束的可伸缩支撑支撑达到极限荷载后承载力迅速下降，而位移无增加，发生整体侧向失稳。

 

资料来源：达索