型鋼-鋼纖維混凝土黏結性能及界面損傷分析

伍 凱， 徐佳楠， 陳 峰， 徐 超,3， 柴志剛

(1.河海大學 土木與交通學院， 江蘇 南京 210024； 2.新加坡國立大學 土木與環境工程系， 新加坡 117576；3.銅陵學院 建筑工程學院， 安徽 銅陵 244000)

組合結構是橋梁工程[1-2]與建筑工程[3-4]中的常見結構形式.型鋼混凝土[5]，外文文獻中也常稱為concrete encased steel[6-7]，是國內外學者廣泛關注的組合結構.基于型鋼與混凝土界面的黏結[8]，2種材料共同工作、協同受力，表現出良好的組合效應，特別適用于重載結構.經過數次地震檢驗[9]，型鋼混凝土結構具有良好的抗震性能，且型鋼的外包混凝土有利于提升抗火性能[10]、延長耐火極限，因此型鋼混凝土也經常用于抗火要求較高的高層和超高層結構體系.

鋼纖維混凝土可應用于路面工程[11]與建筑工程[12].將型鋼混凝土中的鋼筋籠離散化，用鋼纖維替代鋼筋籠，形成無配筋型鋼-鋼纖維混凝土結構.在無配筋的型鋼-鋼纖維混凝土組合結構中，型鋼與鋼纖維混凝土界面的黏結性能直接決定了組合效應的強弱，是影響承載能力的重要性能指標.圓形與矩形是橋梁工程和建筑工程中常見的截面形式，本文設計了8根圓形、8根方形截面試件，采用標準推出試驗，研究了在不設置鋼筋籠的情況下，型鋼與鋼纖維混凝土之間的黏結性能與界面損傷全過程，對比分析了矩形截面與圓形截面的性能差異，著重研究了黏結界面長度與鋼纖維混凝土保護層厚度對黏結性能的耦合影響.

1 試驗概況

1.1 試件設計

設計了8根圓形、8根方形截面試件，截面示意圖如圖1所示.試件內置型鋼為10號工字鋼；鋼纖維為國產剪切型鋼纖維，長度為30mm，等效直徑為 0.6mm，長徑比為50，抗拉強度為670MPa.表1給出了試件的設計參數，包括鋼纖維的體積分數φsf、鋼纖維混凝土保護層厚度Css、黏結界面長度Le、試件長徑比Le/D(D0)(將方形截面構件等效成面積相同的圓形截面，所對應的直徑為等效直徑D0)等.對于圓形截面與矩形截面試件，鋼纖維混凝土保護層厚度Css如圖1所示，均為型鋼到鋼纖維混凝土外表面的最小距離.

圖1 試件截面示意圖Fig.1 Cross section of specimens

表1 試件設計參數
Table 1 Design parameters of specimen

Specimenφsf/%Le/mmD(b(D0))/mmLe/D(D0)Css/mmSectionC0-2-200320160219.5CircularC2-2-202320160219.5CircularC2-2-402400200239.5CircularC2-3-402600200339.5CircularC2-4-402800200439.5CircularC2-1-652250250164.5CircularC2-2-652500250264.5CircularC2-3-652750250364.5CircularS0-2-200320140(158)220.0SquareS2-2-202320140(158)220.0SquareS2-2-402400180(203)240.0SquareS2-3-402600180(203)340.0SquareS2-4-402800180(203)440.0SquareS2-1-602250220(248)165.0SquareS2-2-602500220(248)265.0SquareS2-3-602750220(248)365.0Square

由表1可見：C0-2-20和S0-2-20為對比試件，鋼纖維的體積分數為0%；根據對已完成的型鋼混凝土黏結試驗及型鋼混凝土實際工程的調研[13-15]，大多數情況下主筋和箍筋的體積分數之和約為2%，因此其余14根試件的鋼纖維體積分數統一設定為2%.

1.2 試驗加載

標準推出試驗是研究型鋼與混凝土界面黏結性能的通用方法[16]，其加載如圖2所示.通過電液壓試驗機將軸向荷載施加在鋼纖維混凝土底部(加載端)，上部的支撐荷載則作用在型鋼頂面(自由端)；特制的加載板上開有比10號工字鋼各邊尺寸略大的H型洞口，從而使型鋼與鋼纖維混凝土發生不受干擾的滑移；鋼纖維混凝土頂面與底面分別對稱布置2個位移傳感器(LVDT)，監測自由端與加載端之間型鋼與鋼纖維混凝土之間的滑移，取對稱布置的2個位移傳感器讀數的平均值作為該位置處的滑移.加載過程中首先采用荷載控制至峰值荷載，再采用位移控制，荷載衰減達到恒定或滑移值達到 20mm 時結束加載.

圖2 標準推出試驗加載示意圖Fig.2 Loading diagram of push-out testing

2 名義黏結應力-滑移曲線

圖3為型鋼-鋼纖維混凝土試件的名義黏結應力(τ)-滑移(S)曲線，同時給出了具有代表性的裂縫發展過程.

(1)

式中：τ為名義黏結應力，即界面上的黏結應力平均值；P為試件承受的外荷載；A為型鋼與鋼纖維混凝土界面的黏結面積.

圖3 型鋼-鋼纖維混凝土試件的名義黏結應力(τ)-滑移(S)曲線Fig.3 Nominal bond stress-slip curves of shape steel and steel fiber reinforced concrete specimens

由圖3可見：對于未配置鋼纖維的試件，C0-2-20、S0-2-20的混凝土表面裂縫出現較早，由于缺乏鋼纖維對裂縫發展的控制，因此裂縫發展迅速，最終導致型鋼與混凝土界面傳力的完全失效，殘余黏結強度基本降為0MPa；C0-2-20在滑移達到 0.73mm 時已有貫通的表面裂縫，并在1.13mm時裂縫已具有相當的寬度，此時荷載達到了最大值；S0-2-20在加載端位移達到1.38mm時，混凝土表面出現了多條裂縫，但此時尚未形成貫通縫，而當荷載達到最大值時表面裂縫形成貫通，此時加載端位移為 1.45mm；對于其余14根設置鋼纖維的試件，由于受到鋼纖維的控制，裂縫的發展緩慢，裂縫的整個發展過程能更清晰地呈現；除個別試件外，絕大多數試件的首條表面裂縫出現在自由端，并且隨著滑移的增大，裂縫沿試件的長度方向向加載端發展；在試件的橫截面內，裂縫沿鋼纖維混凝土保護層厚度最小的方向發展；圓形截面試件的表面裂縫主要發生在型鋼翼緣肢尖位置，并且沿斜向發展；方形截面試件的表面裂縫主要出現在型鋼翼緣中部區域，裂縫發展方向與翼緣垂直，部分試件在型鋼翼緣肢尖處出現了由內向外發展的斜向裂縫，但由于該方向鋼纖維混凝土保護層較厚，因此該類型的裂縫并未延伸貫通至試件的側立面；隨著荷載的增大，型鋼與鋼纖維混凝土之間在加載端與自由端之間的滑移并不同步增長；型鋼與鋼纖維混凝土界面的滑移在加載端發生得相對較早，加載端的滑移始終領先于自由端，加載端曲線與自由端曲線始終存在一定的差異性，曲線的差異性反應了加載端與自由端受力并不同步，也反映出型鋼與鋼纖維混凝土界面的黏結受力并不均衡.

3 名義黏結強度

名義黏結強度τu是外荷載達到最大時，型鋼與鋼纖維混凝土界面上的平均黏結應力，是名義黏結應力的最大值.名義黏結強度的大小受到鋼纖維摻量、黏結界面長度、混凝土保護層厚度的耦合影響.圖4為名義黏結強度隨黏結界面長度的變化曲線.由圖4可見：隨著黏結界面長度的增大，雖然試件所能承受的最大荷載有一定的提升，但是由于黏結界面的應力分布不均勻，因此實測名義黏結強度反而有規律地逐漸減小；在保護層厚度相同的情況下，由于黏結界面長度變化而導致的名義黏結強度降低幅度最大可達40%；相較于方形截面試件，圓形截面試件的名義黏結強度更容易受到黏結界面長度的影響.

圖4 名義黏結強度隨黏結界面長度的變化曲線Fig.4 Variation curves of nominal bonding strength with thebonding interface length

圖5為名義黏結強度隨混凝土保護層厚度的變化曲線.由圖5可見：隨著保護層厚度的增大，名義黏結強度明顯增大；在同等設計條件下，圓形截面試件的名義黏結強度大于方形截面試件.鋼纖維通過約束裂縫發展提升型鋼與鋼纖維混凝土界面的黏結性能，在設置相似保護層厚度的情況下，型鋼與鋼纖維混凝土的名義黏結強度低于型鋼混凝土，但二者差異較小.因此，黏結性能與共同工作方面，利用鋼纖維替代型鋼混凝土中的鋼筋籠具有較高的可行性[17-18].

圖5 名義黏結強度隨混凝土保護層厚度的變化曲線Fig.5 Variation curves of normal bonding strength with the thickness of concrete protective layer

根據統計結果，名義黏結強度的下限τu,min隨鋼纖維混凝土保護層厚度的增大而線性增長，名義黏結強度的上限τu,max隨保護層厚度的增大表現出曲線形增長的規律.

保護層厚度較小時，其對名義黏結強度的影響更明顯，而當保護層厚度增大到65mm以后，其影響變得越來越有限.當保護層厚度達到120mm時，名義黏結強度上限和下限的擬合曲線交匯于一點，說明此時鋼纖維摻量、黏結界面長度等指標對名義黏結強度已經基本沒有影響，繼續增大保護層厚度無法進一步提升名義黏結強度.

4 界面損傷度

4.1 Dk損傷度

在型鋼-鋼纖維混凝土推出試驗中，型鋼與鋼纖維混凝土黏結界面在荷載作用下由初始的黏結良好到最終破壞的全過程中，其實質是界面損傷發展與累積的過程.試驗初期，在外荷載作用下黏結界面會積累一定的彈性變形能，但界面尚未發生損傷，黏結性能保持在最佳狀態，處于無損狀態；當滑移增大到一定程度后，型鋼與鋼纖維混凝土的界面開始出現損傷，鋼纖維混凝土內部也開始出現微裂縫，微裂縫逐漸擴展并延伸，形成可視裂縫，界面損傷與鋼纖維混凝土損傷導致黏結性能退化.為了定量描述型鋼與鋼纖維混凝土界面的黏結損傷，采用損傷度Dk進行損傷分析[19].

(2)

式中：K0為黏結應力-滑移曲線彈性階段的切線剛度，稱為初始黏結剛度；Ki為黏結應力-滑移曲線上任意點與殘余黏結強度τr在彈性階段對應點的割線剛度.

τ-S曲線中Dk的計算示意圖見圖6.圖6中，Su、Si、Sr分別為最大黏結強度τu、任意點黏結強度τi、殘余黏結強度τr對應的滑移量.

圖6 τ -S曲線中損傷度Dk的計算Fig.6 Calculation of damage degree Dk in τ -S curve

當黏結界面完全失效后，界面僅依靠相對滑動產生的摩擦力繼續維持有限的界面剪切傳力，此時的黏結強度被定義為殘余黏結強度τr，界面完全損傷，Dk達到最大值1.0.

4.2 Dτ損傷度

以圖7所示的典型τ-S曲線為例，解釋說明損傷導致的黏結強度損失[20].由圖7可見：直線OEA為完全彈性黏結的τ-S曲線，黏結應力隨著滑移的增大而線性增長，反映了全無損狀態下的τ-S相關性；而曲線OEBC為考慮材料損傷與界面損傷的實測曲線，隨著滑移的增大，黏結應力先增大后減小，反映了損傷發展對黏結性能的影響.2條曲線縱坐標的差值τΔi表示了無損狀態與有損狀態下當滑移達到Si時的黏結強度差異，反映了損傷導致的黏結強度損失；隨著滑移的增大，材料損傷與界面損傷同時增加，因此τΔi逐漸增大，損傷導致的黏結強度衰減越來越顯著.為了定量分析因損傷而導致的黏結強度損失，提出了以殘余黏結強度τr為基準的損傷度Dτ.

圖7 典型的τ -S曲線Fig.7 Typical τ -S curve

(3)

式中：τRi為i點處的有損狀態下的黏結強度與殘余黏結強度的差值，反映了以τr為基準的實測剩余黏結強度；τEi為無損狀態下以τr為基準的理想彈性黏結強度，τEi=τRi+τΔi.

當界面的黏結強度退化至殘余黏結強度τr時，τRi降低至0MPa，Dτ達到最大值1.0，此時型鋼與鋼纖維混凝土的界面黏結完全失效.與此同時，定義曲線上升段的E點為界面損傷原點.

4.3 損傷分析

圖8、9分別給出了型鋼-鋼纖維混凝土試件的Dk-S、Dτ-S損傷曲線.由圖8、9可見：C0-2-20、S0-2-20和S2-4-40的Dτ發展快于Dk，其余13根試件的Dk和Dτ發展基本同步；對于未設置鋼纖維的試件，在滑移較小的情況下，試件開始出現界面損傷，并且損傷隨界面滑移的增長速率最快；鋼纖維的應用明顯延緩了界面的黏結損傷.雖然個別試件的損傷過程表現出一定的離散性，但14個配置鋼纖維試件的損傷依然表現出了以下規律：

(1)方形截面試件抵抗界面損傷的能力強于圓形截面試件.以Dk-S損傷曲線為例：當界面的滑移達到2.00mm時，7個圓形截面試件中的6個已經發生界面損傷，而此時僅4個方形截面開始損傷；當界面的滑移達到4.00mm時，所有圓形截面試件的損傷度均超過0.70，可以認為界面已經進入破壞階段，而在同等情況下僅有4根配有鋼纖維的方形截面試件的損傷度超過0.70，特別是試件S2-4-40此時剛剛出現初始損傷.

(2)保護層越厚，界面在試驗中后期的損傷發展越緩慢.鋼纖維混凝土對型鋼的握裹作用可以延緩界面的相對滑動，減緩損傷積累，也正是因為握裹作用，具有較厚保護層厚度試件的黏結應力-滑移曲線的下降段更為平緩，殘余黏結強度相對更大.

圖8 型鋼-鋼纖維混凝土試件的Dk-S損傷曲線Fig.8 Dk-S damage curves of shape steel and steel fiber reinforced concrete specimens

圖9 型鋼-鋼纖維混凝土試件的Dτ-S損傷曲線Fig.9 Dτ-S damage curves of shape steel and steel fiber reinforced concrete specimens

(3)黏結界面長度同樣對界面損傷過程有較大影響.黏結界面長度越大的試件，受力過程中界面能夠儲存更大的彈性變形能，因此界面損傷積累相對緩慢，損傷度的增長速率低于黏結界面長度較小試件.以黏結界面長度相差2倍的S2-1-60與S2-3-60為例進行對比：S2-1-60在界面發生大約1.20mm滑移時出現初始損傷，當滑移增長到約2.10mm時損傷度升至0.70，期間僅經歷了0.90mm的滑移增量；而S2-3-60則在1.60mm時界面才開始損傷， 2.1mm 時損傷度也僅為0.15，直至5.10mm時損傷度才升至0.7，期間經歷了3.00mm的滑移增量.

5 結論

(1)標準推出試驗過程中，裂縫沿鋼纖維混凝土保護層厚度最小的方向發展.圓形截面試件的表面裂縫主要發生在型鋼翼緣肢尖位置，并且沿斜向發展；方形截面試件的表面裂縫主要出現在型鋼翼緣中部區域，裂縫發展方向與翼緣垂直.由于界面黏結受力的不均衡，型鋼與鋼纖維混凝土之間在加載端與自由端的滑移并未隨荷載的增大而同步增長.型鋼與鋼纖維混凝土界面的滑移在加載端發生的相對較早，加載端的滑移始終領先于自由端，加載端曲線與自由端曲線始終存在一定的差異性.

(2)名義黏結強度的大小受到鋼纖維摻量、黏結界面長度、鋼纖維混凝土保護層厚度的耦合影響.鋼纖維通過約束裂縫發展提升型鋼與鋼纖維混凝土界面的黏結性能.隨著黏結界面長度的增大，雖然試件所能承受的最大荷載有一定的提升，但由于黏結界面的應力分布更趨于不均勻，因此實測名義黏結強度反而有規律的逐漸減小.隨著保護層厚度的增大，名義黏結強度明顯增長.名義黏結強度的下限隨混凝土保護層厚度的增大而線性增長，名義黏結強度的上限則表現出曲線形增長的規律，并在保護層厚度達到120mm時交匯于一點，說明此時鋼纖維摻量、黏結界面長度等參數對名義黏結強度已經基本沒有影響，繼續增大保護層厚度無法進一步提升名義黏結強度.

(3)保護層越厚，界面在試驗中后期的損傷發展越緩慢，鋼纖維混凝土對型鋼的握裹作用可以延緩界面的相對滑動，減緩損傷積累.黏結界面長度越大的試件，受力過程中界面能夠儲存更大的彈性變形能，界面損傷積累相對緩慢，損傷度的增長速率低于黏結界面長度較小試件.