南京华新城塔楼 (图1) 为一座高端写字楼, 建筑高度274m, 共58层, 其中地下3层。因建筑立面需要, 其东侧中柱不能落至底部, 故在四至七层设置转换层, 将四层及以上楼层传来的荷载传递至下部, 转换层立面图如图2所示。斜柱与框架柱均为圆形截面钢管混凝土构件, 且截面尺寸不同, 其相交处的转换节点对整个结构的传力至关重要。为满足节点传力可靠、造型美观、制作安装精确且施工方便的设计要求, 斜柱与框架柱相交处经设计采用铸钢节点连接。

　　 斜柱与框架柱相交处的铸钢节点外形不规则、受力较大, 以往的试验研究^[1,2,3,4,5]尚未涉及过类似的节点, 现行规范^[6,7]也未能提供该类节点的设计理论及设计方法。因此, 为了满足设计方提出的该节点中震弹性的设计要求, 同时考察铸钢节点的工作性能与承载能力, 检测节点模型在设计荷载阶段的变形、复杂位置应力分布情况及浇筑混凝土后节点模型受力情况与承载能力的变化等相关数据, 有必要对相关节点进行试验研究及数值模拟分析。

　　 因为框架梁相对于框架柱与斜柱受力较小, 所以对结构中本次试验节点的受力情况进行简化, 忽略框架梁对节点受力的影响, 简化后的节点受力模型如图3所示。为满足该节点中震弹性的设计要求, 设计方对与节点相连的构件在各组合工况下的内力结果进行了比较, 采用了其中最不利工况下的内力结果的1.0倍作为实际足尺节点的设计荷载, 图3中N₁=65 719kN, N₂=33 724kN。

　　 在综合考虑试验结果可参考性、试验成本、试验难度等各方面因素后, 本次铸钢节点试验决定采用1∶2缩尺比例的铸钢节点模型。由于铸钢节点的制作工艺要求, 缩尺后的铸钢节点壁厚尺寸有所放大。工程中实际节点足尺模型及本次试验采用的铸钢节点缩尺模型的尺寸见表1。

　　 铸钢节点内部需要设置加劲肋, 为了考察加劲肋设置方式的合理性, 采用ABAQUS软件对铸钢节点模型进行了有限元分析, 并根据有限元分析结果对其进行了优化, 如图4所示。因为在实际工程中, 铸钢节点内填有混凝土, 为了对比分析浇筑混凝土前后铸钢节点的受力情况与承载能力, 本次试验委托加工厂加工了两个铸钢节点。考虑到节点的实际构造形式, 在铸钢节点上端与支撑端分别加上一段对应缩尺比例的上框架柱与斜柱, 以考察其与铸钢节点共同工作时的受力情况。铸钢节点上柱端与上框架柱采用剖口对接焊进行连接, 上柱端缩尺后截面尺寸为D₁×t₁=900×18, 将该段作为铸钢节点的上柱端端头;铸钢节点两个支撑端与斜柱均采用剖口对接焊进行连接, 支撑端缩尺后截面尺寸为D₂×t₂=750×20, 将该段作为铸钢节点的支撑端端头。节点模型各组成部分如图5 (a) 所示, 节点模型实景如图5 (b) 所示。

　　 铸钢节点采用的铸钢牌号为ZG310-570, 混凝土强度等级为C60, 上柱端端头与支撑端端头的钢材采用Q345B。材性试验结果见表2, 3, 可以看出, Q345B钢、铸钢与节点内填混凝土的各项主要控制设计指标均满足规范^[8,9,10]和设计要求。

　　 根据本次铸钢节点试验对加载荷载的要求, 同时考虑到加载装置的尺寸限制, 特别制作了两台额定加载量为1 500t的带球铰液压千斤顶, 见图6。

　　 由于本次铸钢节点试验中节点模型尺寸大且加载荷载大, 因此对反力架进行了专门的设计, 以确保反力架能够满足试验所需的强度与刚度要求。反力架钢材使用Q345B。

　　 根据铸钢节点形式及其受力特点, 反力架被设计成一个水平放置的自平衡体系, 由五个反力架支腿支承。加载系统如图7所示。

　　 根据《空间网格结构技术规程》 (JGJ 7—2010) ^[11]中5.5.6条:铸钢节点可根据实际情况进行检验性试验或破坏性试验。检验性试验时试验荷载不应小于最大内力设计值的1.3倍;破坏性试验时试验荷载不应小于最大内力设计值的2.0倍。本铸钢节点试验属于检验性试验, 因此试验荷载不应小于最大内力设计值的1.3倍。同时为了考察节点模型的安全裕量, 在荷载加载至目标值后继续加载, 直至节点模型破坏或千斤顶达到额定加载量。因此, 对未浇筑混凝土的节点模型1 (空钢管) 进行工况一加载试验, 以检测节点模型空钢管在1.0倍设计荷载 (8 431kN) 作用下承载能力;工况一加载试验完成后对节点模型1浇筑混凝土, 养护完成后对其进行工况三加载试验, 以检测节点模型浇筑混凝土后承载能力的变化;对未浇筑混凝土的节点模型2进行工况二加载试验, 以检测节点模型空钢管的极限承载能力。两台千斤顶通过人工控制保持同步匀速逐级加载, 前六级的加载荷载分别为0.15, 0.3, 0.45, 0.6, 0.75倍和0.85倍的设计荷载, 之后每一级的加载荷载增量均为0.05倍的设计荷载。三种试验工况见表4。

　　 试验过程中主要量测的数据为应变和位移。根据有限元分析结果, 确定了节点模型的高应力区分布, 据此在各端头中部、上部铸钢段中部及铸钢节点各端部布置了单向应变片;由于下部铸钢段及上、下部铸钢段交汇区域受力复杂, 故沿其圆周布置三向应变片 (应变花) , 以考察该区域的实际传力机制及受力情况。同时布置位移计用于监测反力架、节点模型的整体变形与千斤顶的同步加载情况。两个节点模型采用相同的测点布置, 如图8所示。

　　 对节点模型1逐级施加荷载, 加载过程初期听到零星响声, 此外无明显的试验现象。位移、应变量测结果表明试验同步加载情况良好。加载荷载达到1.0倍设计荷载 (8 431kN) 时, 铸钢节点及各端头均未达到屈服, 仍处于弹性状态。

　　 采用ABAQUS软件对节点模型进行有限元分析。单元采用四节点四面体C3D4实体单元, 铸钢及Q345B钢材的力学性质均根据材性试验所得的本构关系曲线设置。根据试验的实际情况模拟节点的位移边界条件及力的边界条件, 即在上柱端端头施加轴向位移约束, 并在上柱端端面与两个支撑端对称面相交处施加环向位移约束;在支撑端端头的端面施加等效轴向均布面荷载。节点模型1, 2有限元模型见图9 (a) , 荷载及边界条件见图9 (b) 。

　　 对节点模型1 (空钢管) 有限元模型在1.0倍设计荷载 (8 431kN) 作用下进行有限元分析, 其von Mises应力云图如图10所示。节点模型1上柱端端头测点位置如图11所示。图中试验值为由单向应变片测得的应变反算的应力平均值。节点模型1 (空钢管) 上柱端端头荷载-应力有限元分析结果与试验结果的对比如图12所示, 从图12中可以看出, 试验与有限元分析结果基本吻合, 试验荷载-应力曲线均近似呈斜直线, 表明整个加载过程中各端头均处于弹性变形状态, 节点能够满足承载能力要求。

　　 对节点模型2逐级施加荷载, 期间无明显响声。位移、应变量测结果表明试验同步加载情况良好。加载至1.3倍设计荷载 (10 960.3kN) 时节点模型无明显的试验现象, 铸钢节点及各端头均未达到屈服, 仍处于弹性状态;在1.3倍设计荷载 (10 960.3kN) 到1.35倍设计荷载 (11 381.85kN) 加载的过程中, 上柱端端头出现屈曲, 油表压力无法继续上升, 位移计读数迅速增加, 部分测点应变值迅速增加, 其余部位无明显的试验现象, 且均未达到屈服, 仍处于弹性状态。破坏现象如图13所示。

　　 对节点模型2有限元模型在1.3倍设计荷载 (10 960.3kN) 作用下进行有限元分析, 其von Mises应力云图如图14 (a) 所示, X轴方向变形如图14 (b) 所示, Z轴方向变形如图14 (c) 所示, 从图15中可以看出, 有限元模型上柱端端头已进入屈服, 并发生了相对较大的径向变形, 这与试验现象吻合良好。由于四面体实体单元刚度较大, 且端头部分单元积分点较少 (壁厚方向由于计算成本不可能划分多层) , 导致有限元分析结果的端头径向变形比试验小很多, 但两者总体变形趋势十分接近。

　　 节点模型2上柱端端头四个单向应变片的量测结果如图15 (a) 所示, 有限元分析结果与试验结果的对比如图15 (b) 所示, 图中试验值为由单向应变片测得的应变反算的应力平均值, 测点位置如图11所示。从图中可以看出, 上柱端端头在加载至1.1倍设计荷载 (9 274.1kN) 时应力、应变随荷载呈线性变化, 且试验值与有限元分析结果基本吻合, 表明此时各端头处于弹性状态;在1.1倍设计荷载 (9 274.1kN) 到1.3倍设计荷载 (10 960.3kN) 加载的过程中, 上柱端端头各测点应变变化幅度变大、平均应力变化幅度减小, 这种现象是由于端头沿圆周受力不均匀, 部分测点进入塑性导致的;在1.3倍设计荷载 (10 960.3kN) 到1.35倍设计荷载 (11 381.85kN) 加载的过程中, 各测点应变值均迅速增加, 与此时节点模型2上柱端端头已屈曲的试验现象吻合。

　　 对节点模型1 (内填混凝土) 逐级施加荷载, 加载过程初期无明显响声。位移、应变量测结果表明试验同步加载情况良好。加载至1.3倍设计荷载 (10 960.3kN) 时节点模型无明显的试验现象, 各应变测点仍处于弹性状态。继续加载至1.7倍设计荷载 (14 332.7kN) , 节点模型1 (内填混凝土) 未出现工况二加载试验中出现的变形及其他明显的破坏现象, 铸钢节点及各端头均未达到屈服, 仍处于弹性状态, 节点部分内填混凝土的应力水准达到塑性, 加载过程末期听到零星响声, 此外无明显的试验现象。

　　 采用ABAQUS软件对节点模型1 (内填混凝土) 进行有限元分析。单元均采用四节点四面体C3D4实体单元, 铸钢及Q345B钢材的力学性质均根据材性试验所得的本构关系曲线设置, 混凝土的力学性质根据材性试验所得立方抗压强度设置。在支撑端端头的端板处施加等效轴向均布面荷载。钢管柱壁和内部混凝土之间的作用通过设置通用接触来模拟, 其中切向行为设置罚函数, 摩擦系数取0.3, 法向行为设置硬接触。节点模型1 (内填混凝土) 有限元模型如图16所示。

　　 对节点模型1 (内填混凝土) 在1.7倍设计荷载 (14 332.7kN) 作用下进行有限元分析, 节点模型1 (内填混凝土) 的von Mises应力云图如图17 (a) , (b) 所示。节点模型1 (内填混凝土) 上柱端端头荷载-应力有限元分析结果与试验结果的对比如图18所示, 图中试验值为由单向应变片测得的应变反算的应力平均值, 测点位置如图11所示。从图18中可以看出, 各端头在加载至1.2倍设计荷载 (10 117.2kN) 时应力随荷载呈线性变化, 试验值与有限元分析结果较为接近;在1.2倍设计荷载 (10 117.2kN) 到1.25倍设计荷载 (10 538.75kN) 加载的过程中, 测点应力值陡降, 说明内填混凝土所承受应力增加。这是由于内填混凝土受压后产生横向变形减小了与钢管的空隙, 从而在钢管的约束下近似处于三向受压状态, 使其共同工作性能得到了提升, 导致钢管应力减小;在1.4倍设计荷载 (11 803.4kN) 到1.45倍设计荷载 (12 224.95kN) 加载的过程中, 测点应力值陡增, 有限元分析结果表明, 此时支撑端端头接近焊缝处的部分混凝土与铸钢节点内部加劲肋附近混凝土塑性进一步发展, 故依此认为部分混凝土发生破坏、强度下降, 导致钢管应力增加。

　　 由三种工况下的节点模型加载试验与对应的有限元分析结果可以看出, 节点模型的试验值与有限元分析结果吻合良好, 证明该有限元模型能够真实地模拟实际足尺节点模型的边界条件和受力状态。由于本次铸钢节点试验采用的铸钢节点壁厚尺寸有所放大, 为考察铸钢节点在未加大壁厚下的受力情况, 在不改变有限元模型的边界条件及荷载施加方式等参数设置的基础上, 分别对未浇筑混凝土的实际足尺节点与浇筑混凝土的实际足尺节点进行了有限元分析。

　　 未浇筑混凝土的实际足尺节点有限元模型von Mises应力云图如图19所示。有限元分析结果表明, 未浇筑混凝土的实际足尺节点有限元模型在1.0倍设计荷载 (8 431kN) 作用下, 最大von Mises应力均位于上柱端端头, 且仍处于弹性状态。

　　 浇筑混凝土的实际足尺节点有限元模型可加载至1.7倍设计荷载 (14 332.7kN) , von Mises应力云图如图20所示, 铸钢节点及端头最大von Mises应力位于上柱端端头与上部铸钢段过渡区域, 且仍处于弹性状态;节点内填混凝土最大von Mises应力位于铸钢节点内部加劲肋附近区域, 且已到达峰值, 铸钢节点下部铸钢段及内部加劲肋附近的部分混凝土仍处于弹性范围内, 除此以外的混凝土均已进入塑性。由此可知, 节点内填混凝土能够提高铸钢节点的承载能力;节点具有较大的安全裕量, 能够满足设计方提出的中震弹性的设计要求。

　　 本次铸钢节点试验进行了三种工况下的加载试验与相应的有限元分析, 并对实际节点进行了有限元分析, 以验证铸钢节点设计的安全性及合理性, 了解其在实际受力时的工作性能及承载能力。试验与有限元分析结果表明:

　　 (1) 通过设计合理的加载方式、测点布置和边界条件等, 简化后的节点受力模型能反映实际节点的受力情况;试验采用的反力架设计合理, 满足试验所需的强度与变形要求;本次铸钢节点试验达到了预期的目标。

　　 (2) 铸钢节点及各端头尺寸能够满足设计要求, 且有一定的安全裕量;节点内填混凝土能够较大地提高铸钢节点承载能力, 使节点具有较大的安全裕量。

　　 (3) 对于钢与混凝土组合节点模型, 可通过设置通用接触进行力学性能模拟;作为对试验数据的验证与补充, 有限元分析可对形状复杂、受力较大的铸钢节点的受力性能进行全面而准确的评估。

　　 (4) 南京华新城塔楼实际节点的设计安全、合理, 能够满足承载能力要求。