不同荷載條件下型鋼-鋼纖維混凝土組合結構的界面失效機理研究

伍 凱，劉曉藝，陳 峰，林詩琪，徐 超,4

(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工程系，新加坡117576；3.上海碧桂園企業管理有限公司，上海200335；4.銅陵學院建筑工程學院，安徽，銅陵244000)

型鋼混凝土(Steel Reinforced Concrete)，外文文獻中也常稱為Concrete Encased Steel，是國內外學者廣泛關注的組合結構[1-2]，常見截面如圖1(a)所示，主要由混凝土、型鋼、鋼筋籠、抗剪連接件構成。基于型鋼與混凝土界面的黏結作用和抗剪連接件的界面增強作用，兩種材料共同工作、協同受力，表現出良好的組合效應[3-4]。其承載能力超過型鋼與混凝土承載力的簡單疊加，特別適用于重載結構。經歷過數次地震檢驗與大量的試驗研究[5-6]，型鋼混凝土結構良好的抗震性能也被廣泛認可，因此同樣適用于抗震設防要求比較高的地區。型鋼外包的混凝土有利于提升抗火性能[7]，延長耐火極限，型鋼混凝土也經常被用于抗火要求較高的工程結構。

圖1 型鋼混凝土與型鋼-鋼纖維混凝土Fig.1 Steel reinforced concrete and steel-steel fiber reinforced concrete

型鋼與鋼筋籠的同時存在導致施工困難。型鋼混凝土結構施工工序復雜，在一定程度上限制了其工程推廣應用，特別是在量大面廣的多層建筑中的應用。型鋼混凝土結構的推廣應用存在以下四方面困難。

1)縱筋與型鋼的位置沖突。常用的解決方法是將縱筋截斷并通過焊接或通過連接器將縱筋固定在型鋼外側，如圖2(a)與圖2(b)所示。此類方法極大的增加了施工困難，提高了工程造價。

2)箍筋與型鋼同樣存在位置沖突，導致箍筋無法形成閉合的矩形環。常見的解決方法是在型鋼翼緣和腹板上開洞，將箍筋從洞中穿過形成閉合，如圖2(c)所示。

3)型鋼與鋼筋之間的間隙較小，導致混凝土澆筑困難。特別當型鋼截面較大、配筋較多時，容易出現澆筑不密實的現象。

4)縱筋與箍筋一起形成了鋼筋籠，其存在使型鋼翼緣遠離構件的截面邊緣，型鋼良好的受力性能并未充分發揮。雖然在一定程度上增加了翼緣的混凝土保護層厚度，有利于提升鋼與混凝土界面的黏結性能，但由于型鋼翼緣過于靠近中性軸，導致型鋼翼緣的抗彎性能無法充分發揮，對構件的抗彎性能削弱嚴重，而較小的腹板高度同樣影響了構件的抗剪能力。

圖2 型鋼混凝土的施工困難Fig.2 Construction difficulties of Steel Reinforced Concrete

利用鋼纖維完全替代或部分替代型鋼混凝土中的縱筋、箍筋，以及抗剪連接件，提出了型鋼-鋼纖維混凝土組合結構(Steel and Steel Fiber Reinforced Concrete)。在型鋼混凝土結構中，縱筋提升了構件的抗彎性能，控制了彎曲裂縫的發展；箍筋提升了構件的抗剪性能，控制了剪切裂縫的發展，并同時約束了型鋼翼緣與混凝土界面的黏結裂縫發展，提升了兩種材料之間的共同工作；抗剪連接件增強了鋼與混凝土界面的內力傳遞，提升了組合效應，避免界面的黏結失效。如圖1(b)所示，當利用鋼纖維完全替代鋼筋籠時，型鋼-鋼纖維混凝土組合結構的型鋼翼緣更貼近截面邊緣，增大了型鋼截面高度與配鋼率，有利于型鋼性能的更充分發揮。型鋼翼緣和腹板可通過自身強大的抗彎能力和抗剪能力約束彎曲裂縫和剪切裂縫的發展，替代主筋與箍筋，發揮抗彎和抗剪的作用。鋼纖維可以控制黏結裂縫發展[8]，提升鋼與混凝土的共同工作，增強組合效應，具備替代箍筋和栓釘的可行性。同時，鋼纖維還能夠協助型鋼控制彎曲裂縫和剪切裂縫的發展[9-10]，減小混凝土裂縫寬度，提升結構的適用性與耐久性。

型鋼-鋼纖維混凝土組合結構能夠繼承型鋼混凝土結構的性能優勢，并解決施工困難，具有以下諸多優勢：

1)可以節省抗剪連接件焊接、鋼筋綁扎等繁瑣的施工工序，也能避免型鋼與鋼筋位置重疊導致的施工困難，極大加快施工效率，節省工期，降低工程造價；

2)獲得足夠的混凝土澆筑空間，改善混凝土的澆筑條件和澆筑質量，推動工程應用；

3)減小型鋼的混凝土保護層厚度，型鋼翼緣進一步遠離中性軸，有利于發揮翼緣的抗彎性能和腹板的抗剪性能，提升結構和構件的受力性能，以及型鋼對彎曲裂縫和剪切裂縫的約束效果。

本文通過36個試件的推出試驗和13個試件的四點彎試驗，分別研究了型鋼-鋼纖維混凝土組合結構在軸心力與彎矩作用下的界面失效，分析了不同荷載條件下型鋼與鋼纖維混凝土的內力傳遞與破壞機理。考慮到近些年圓形截面的型鋼混凝土構件常被用于仿古建筑[11]，因此推出試驗除了研究常見的方形截面以外，還研究了適用于仿古建筑的圓形截面。

1 試驗概況

1.1 推出試驗

完成了36個型鋼-鋼纖維混凝土組合結構的標準推出試件，包括16個圓形截面試件和20個方形截面試件。其中包括2個未添加鋼纖維、未設置鋼筋籠的對比試件。經過統計調研，型鋼混凝土結構中的箍筋與主筋體積率之和的上限和下限約為1%和3%，因此鋼纖維摻量(ρsf)選擇了1%、2%、3%三個等級，22個鋼纖維摻量為2%的試件，1%或3%摻量的試件各6個。采用I10工字鋼，具體截面參數可參考文獻[12]；鋼纖維長度為30 mm，等效直徑為0.6 mm，長徑比為50；混凝土設計強度C40。圓形截面試件的保護層厚度(Css)介于19.5 mm～64.5 mm，矩形截面試件的保護層厚度介于20 mm～60 mm。如圖3所示，Css取型鋼至鋼纖維混凝土表面的最小距離。

圖3 推出試驗的試件截面Fig.3 Crosssectionsof push-out specimens

試件加載方式如圖4所示。在軸心力作用下，作用在工字鋼頂部的軸心力P，通過工字鋼與鋼纖維混凝土的黏結界面，最終傳遞至鋼纖維混凝土底部的支撐端。在整個受力過程中，黏結界面主要承受剪切力，界面剪切應力的合力與P相等。由于型鋼受力的泊松效應，黏結界面也存在鋼與混凝土之間的相互擠壓。

圖4 推出試驗的加載方式Fig.4 Loading method of push-out test

更詳細的試驗設計請參閱文獻[13 -14]。該文獻將黏結滑移全過程進行了階段的劃分，明確了黏結應力的各組成部分，分析了各因素對界面黏結應力的影響規律。本文將在此基礎上重點研究推出試驗的內力傳遞與界面失效機理。

1.2 四點彎試驗

完成了13個試件的四點彎試驗，所有試件具有統一的幾何尺寸，剪跨比為2.5。主要研究了鋼纖維摻量、型鋼配鋼率、箍筋設置和主筋設置對受力性能的影響。此次試驗包括：1 個未添加鋼纖維、未設置鋼筋籠的對比試件；6個同時設置鋼筋籠與鋼纖維的試件；6個僅設置鋼纖維的試件。試件總長1600 mm，受力段長度(梁支座之間的距離)1440 mm；截面高度和寬度分別為180 mm 和140 mm。

圖5以配置I10工字鋼的試件為例，給出了截面類型及尺寸。工字鋼的高度越大，翼緣外側的保護層厚度Css越小。Css為型鋼翼緣外表面到鋼纖維混凝土頂面(底面)的距離。試件中采用的熱軋型鋼包括I10、I12、I14，對應的型鋼截面配鋼率分別為5.67%、7.18%、8.53%，對應的Css分別為20 mm、30 mm、40 mm。鋼纖維規格與推出試驗相同，摻量分別為1%、2%、3%。

圖5 四點彎試驗的試件截面/mm Fig.5 Cross sections of four-point bending specimens

試件加載方式如圖6所示。跨中集中力2P通過分載梁在兩個分載點對所有試件進行對稱加載。試驗加載初期，等速率的增大荷載直至試件表現出屈服特征，此后等速率的增大位移直至試件破壞失效。在兩個分載點之間，試件僅承受彎矩的作用，該區域長度為540 mm，為截面高度的3倍。在支座與分載點之間，試件同時承受彎矩和剪力。

圖6 四點彎試驗的加載方式Fig.6 Loading method of four-point bending test

更詳細的試驗設計請參閱文獻[15]。該文獻揭示了各試驗參數對抗彎性能(承載力、延性、損傷等)的影響。本文將在此基礎上重點研究彎曲效應下的界面失效機理。

2 軸心力作用下的界面失效機理

2.1 試驗結果

黏結破壞時的裂縫形態主要有圖7所示的3種方式。劈裂裂縫出現在保護層厚度較小的區域，從鋼纖維混凝土表面向型鋼發展，不會直接損傷型鋼與鋼纖維混凝土黏結界面。方形截面從型鋼翼緣外側的鋼纖維混凝土表面向內發展，圓形截面從型鋼翼緣肢尖外的鋼纖維混凝土表面向型鋼肢尖發展。當型鋼與鋼纖維混凝土變形不協調時，將產生黏結裂縫。黏結裂縫首先出現在翼緣的肢尖處，并由內向外發展，部分黏結裂縫能夠貫通至混凝土表面。對于圓形截面，黏結裂縫和劈裂裂縫均發生在混凝土保護層厚度最小的位置，即經過翼緣肢尖的45°斜向破壞面。

圖7 裂縫開展示意圖Fig.7 Schematic plot of crack development

此次試驗中，矩形截面試件的黏結強度介于0.598 MPa～1.496 MPa，圓形截面試件的黏結強度介于0.668 MPa～1.913 MPa。而對于型鋼混凝土，黏結強度介于1.086 MPa～2.130 MPa[7,16-25](僅取與本試驗具有高度相關性的試件)。在設置相似保護層厚度的情況下，型鋼與鋼纖維混凝土之間的界面黏結性能略低于型鋼混凝土，但即使在保護層厚度Css只有20 mm 的情況下，型鋼與鋼纖維混凝土界面的黏結強度τu最大也能達到1.2 MPa。

2.2 界面的傳力機理

型鋼通過黏結界面逐步將軸向壓力傳遞到鋼纖維混凝土，型鋼承受的壓力及泊松效應自上而下逐步減小，黏結界面的擠壓作用也呈現從上到下的遞減現象，也因此界面的擠壓應力σc和黏結應力τ 的分布存在著較為嚴重的不均勻性。型鋼頂面的軸心壓力與鋼纖維混凝土底部的支持力形成力偶。在力偶作用下，鋼纖維混凝土與型鋼存在相對轉動的趨勢，并因此在試件的上部區域相互擠壓、界面受壓，下部區域相互脫離、界面受拉。該效應增強了σc及τ 的分布不均勻。

建立如圖8所示的型鋼與鋼纖維混凝土之間的界面傳力模型，bf為翼緣的寬度。型鋼在頂部壓力作用下的泊松效應使翼緣和鋼纖維混凝土之間產生界面擠壓作用，這是產生界面摩擦力的重要條件。摩擦力是黏結應力的重要組成部分。在混凝土開裂后，鋼纖維是維持界面擠壓作用的關鍵因素。型鋼通過τ 與σc在鋼纖維混凝土內部形成具有一定傾角的壓力帶，外部荷載通過壓力帶由型鋼傳遞到鋼纖維混凝土并最終達到底部支座。界面擠壓應力主要發生在翼緣與鋼纖維混凝土之間，而腹板與鋼纖維混凝土之間的擠壓力非常有限。也是基于類似的受力分析，歐洲規范Eurocode 4[26]對型鋼與混凝土之間的黏結應力取值為0.3 MPa。

圖8 軸力作用下的內力傳遞與界面失效機理Fig.8 Internal force transfer and interfacial failure mechanism under axial loading

由于翼緣與鋼纖維混凝土的界面擠壓，鋼纖維混凝土在兩個正交方向承受拉力，這是混凝土損傷與開裂的主要原因。在試件的頂部區域，型鋼受力大，泊松效應強，由界面擠壓產生的拉應力較大，因此大多數試件的裂縫，以及界面的初始滑移，均首先出現在該區域，并逐步向試件底部發展。在混凝土開裂后，鋼纖維提供了裂縫處的抗拉效應，稱之為鋼纖維的“橋接”效應[27]。

鋼纖維混凝土的損傷程度與界面的黏結性能有直接的關系，同時受到鋼材泊松比的影響。τ 的合力與外荷載P平衡。如果界面無黏結，τ=0，則型鋼與鋼纖維混凝土的相對滑移不受任何約束。此時P=0，型鋼不會因泊松效應而產生橫向的膨脹變形，因此σc=0，不會導致鋼纖維混凝土開裂與損傷。隨著界面的黏結作用增強，τ 與σc同時增大，混凝土損傷更嚴重。如果鋼材為無變形的剛體，不存在泊松效應，則無論是否存在黏結應力，鋼與混凝土之間不存在相互擠壓，黏結界面為單純的剪切失效，而不會出現大量的混凝土裂縫。型鋼的泊松比影響混凝土損傷的程度以及黏結應力的分布。當型鋼的彈性模量無限大，泊松比無限小的時候，黏結界面上任意一點的相對滑動趨勢是統一的，黏結應力分布理論上應該是均勻的。而當泊松比無限大的時候，僅在最頂部的有限范圍內，型鋼與鋼纖維混凝土存在相對滑動的趨勢，黏結應力與界面擠壓應力的分布都將極不均勻。

2.3 保護層的破壞機理

取保護層為研究對象，建立如圖9所示的力學模型。翼緣與保護層之間存在擠壓應力，而翼緣兩側的鋼纖維混凝土承受拉應力，兩部分作用相互平衡。如將提供拉應力的鋼纖維混凝土看作支座，則保護層可看作支撐在它上面的鋼纖維混凝土簡支梁。

當保護層厚度Css較小時，簡支梁主要承受擠壓應力產生的彎曲效應，外表面受拉并產生彎曲裂縫，裂縫由混凝土外表面向型鋼翼緣發展，方形試件的彎曲裂縫主要產生在截面中部，圓形試件的彎曲裂縫產生在截面高度相對較小、彎曲應力相對較大的斜向方向。隨著彎曲效應的增強，該裂縫由外表面向內發展，此裂縫在這里被稱為劈裂裂縫，反映了保護層的彎曲破壞。當Css較大時，簡支梁主要承受擠壓應力產生的剪切效應。在剪切力的作用下，出現了斜向發展的剪切裂縫。該裂縫首先出現在型鋼翼緣的肢尖處，由內向外約45°斜向發展，在這里被稱為黏結裂縫，反映了保護層的剪切破壞。無論剪切破壞或彎曲破壞，Css和鋼纖維混凝土抗拉強度(主要取決于鋼纖維摻量ρsf)是最關鍵的控制因素，這兩個因素也直接決定了保護層對黏結強度τu的貢獻。當Css較大，而翼緣側面的鋼纖維混凝土厚度較小時，也可能出現側面先開裂失效的情況，此時圖中假定的支座首先破壞。本次試驗未出現此類情況，因此本文未做討論。

圖9 軸力作用下保護層的破壞機理Fig.9 Failure mechanism of concrete cover under axial loading

3 彎矩作用下的界面失效機理

3.1 試驗結果

完成了13個試件的四點彎試驗，圖10給出了分載點位置的荷載-撓度(P-Δ)曲線。對于配置I12和I14型鋼的試件，無一例外的在達到峰值荷載后經歷了荷載的突然減小。部分試件在經歷荷載突然減小后，荷載能夠維持在一個較高值，并且隨著撓度的增大荷載基本維持不變，例如試件I12-1。另有一部分試件在經歷荷載突然減小后，荷載隨著撓度的增大繼續升高，達到曲線的第二峰值，例如試件I12-2 和I14-3。對比分析荷載-撓度曲線與試件的破壞發展過程，荷載突然減小的現象伴隨著型鋼上翼緣與鋼纖維混凝土界面黏結裂縫的大量出現。當黏結裂縫大量出現時，型鋼與鋼纖維混凝土的組合效應大幅減弱，剛度和承載力在較短的時間內被明顯削弱。因此可以判斷黏結裂縫的大量出現是導致試件承載力突然減小的原因。荷載突降現象的強弱反映了界面失效的程度。

配置I12和I14工字鋼的試件，由于型鋼配鋼率較大、Css較小，更容易發生黏結破壞，如圖11(a)所示。黏結破壞發生在跨中的純彎段，黏結裂縫集中在型鋼受壓翼緣的位置處。而鋼纖維和箍筋可以有效控制界面的黏結失效。對于沒有設置主筋和箍筋的試件，當界面完全黏結失效后，能夠剝離失效的保護層，裸露出受壓翼緣，如圖11(b)所示。當設置鋼筋籠、且箍筋數量較少時，型鋼界面與主筋界面的黏結失效發生耦合影響，黏結破壞的程度更甚于未配置鋼筋籠的試件，如圖11(c)的試件I10-1-L，即使此時配置的型鋼截面更小。

圖10 荷載-位移曲線Fig.10 Load-displacement curves

圖12給出了型鋼-鋼纖維混凝土組合梁與型鋼混凝土梁[28-33]破壞點位移Δu的統計結果。在設置相似剪跨比λ 情況下，型鋼-鋼纖維混凝土組合梁具有更好的變形能力。Δu為荷載-撓度曲線降低至85%峰值荷載時的位移。

3.2 翼緣與混凝土的擠壓傳力

型鋼翼緣與鋼纖維混凝土的界面損傷與黏結裂縫發展是影響破壞形態的重要因素，也是破壞機理分析的核心部分。圖13給出了內力傳遞與破壞機理。在分載點與支撐點之間，試件同時承受剪力和彎矩。一部分荷載由分載點斜向傳遞至支撐點，使彎剪段型鋼上翼緣與鋼纖維混凝土之間發生界面擠壓。擠壓應力增加了翼緣與鋼纖維混凝土之間的摩擦力與咬合力[33]，提升了界面的黏結性能，因此該區域很少出現黏結裂縫。

圖11 彎矩作用下的界面失效Fig.11 Interfacial debonding under bending

圖12 破壞點位移的統計Fig.12 The statisticsof failure point displacement

在兩個分載點之間，部分荷載首先通過鋼纖維混凝土傳遞至型鋼，然后通過型鋼的抗彎和抗剪，最終傳遞至支撐點。鋼纖維混凝土主要通過對下翼緣的擠壓，將荷載傳遞至型鋼，僅有少量荷載通過上翼緣傳遞至型鋼。當然，隨著Css的增大，兩個翼緣更靠近截面的中性軸，上翼緣荷載傳遞的比例會增加，而下部翼緣的比例會減小。

圖13 彎矩作用下的內力傳遞與界面失效機理Fig.13 Internal force transfer and interfacial failure mechanism under bending

黏結裂縫出現在分載點之間僅承受彎矩的區域。在該區域，橫截面不存在剪切力。根據剪應力的互等定律，翼緣與鋼纖維混凝土的黏結界面同樣不存在剪應力，該區域的黏結破壞并不受剪切作用的影響，黏結裂縫發生的原因是黏結界面上的拉應力。在鋼纖維混凝土與下翼緣傳力時，雖然在下翼緣的內表面產生擠壓力，也同時使上翼緣外表面與鋼纖維混凝土存在脫離的趨勢，并因此產生了界面拉應力。由于鋼翼緣與鋼纖維混凝土黏結界面的抗拉能力有限，上翼緣外表面對應的水平面是抗拉的薄弱環節，這里也是黏結裂縫集中出現的區域。當Css較小時，下翼緣的傳力比例較大，上翼緣與鋼纖維混凝土界面受拉的情況更嚴重，也更容易導致黏結裂縫的大量出現與充分發展。增加鋼纖維用量，有助于提升該界面的抗拉效應，延緩黏結裂縫的發展，維持型鋼與鋼纖維混凝土之間的協同工作。

3.3 受壓區保護層的梯形破壞區域

在分載點之間的純彎段，上翼緣外表面與鋼纖維混凝土的黏結界面上存在拉應力。同時考慮到該區域水平方向的彎曲壓應力，鋼纖維混凝土處于雙向拉壓的受力狀態，如圖14所示，裂縫沿水平方向發展，即黏結裂縫。黏結裂縫首先出現在鋼翼緣的肢尖位置，并隨著荷載的增大由內向外發展，直至發展到表面，形成可視裂縫。

當黏結裂縫沿水平方向發展至集中荷載作用區域后，由于集中荷載在黏結界面上產生了較強的局壓應力，此時該區域的鋼纖維混凝土豎向應力由拉轉為壓，受力狀態也轉變為雙向受壓。在雙向壓應力的影響下，原本沿水平方向發展的裂縫開始斜向發展，方向直指集中荷載的作用位置。在水平裂縫和斜向裂縫的共同影響下，最終在兩個分載點之間，上翼緣外側的鋼纖維混凝土保護層形成了梯形的破壞區域。

在黏結裂縫充分發展并形成梯形的破壞區域后，彎曲壓應力作用于斜向破壞面，使鋼纖維混凝土保護層向上脫離，而鋼纖維的“橋接”效應和箍筋的抗拉抵抗了保護層的脫離。當鋼纖維摻量充足的時候，即使不設置箍筋，“橋接”效應也能夠維持鋼與混凝土之間的共同工作。當鋼纖維和箍筋均較少時，無法有效限制保護層的脫離，保護層成為獨立的受力單體，最終在彎曲壓應力的作用下發生破壞。特別當保護層厚度較小時，脫離出來的保護層就像一塊承受軸壓作用的鋼纖維混凝土薄板，最終喪失穩定性而破壞。但此時由于上翼緣貼近截面邊緣，因此鋼纖維混凝土薄板的破壞并未對試件的承載性能產生過大的影響。而對于保護層較厚的試件，雖然保護層的穩定性更好，但由于上翼緣遠離受壓區的中心，界面失效與保護層破壞對試件受力性能的影響更為明顯。

圖14 彎矩作用下保護層的梯形破壞區域Fig.14 Trapezoidal damage zone of concrete cover under bending

3.4 受拉區保護層的縱向劈裂

下翼緣外表面與鋼纖維混凝土的界面擠壓同樣不容忽視。通過該界面的擠壓，型鋼所承受荷載的一部分傳遞給了下部的鋼纖維混凝土保護層，這是導致試驗后期試件底面出現沿縱向發展的劈裂裂縫的根本原因，如圖13 所示。取下翼緣外側的鋼纖維混凝土保護層為研究對象，建立模型。下翼緣與外側保護層之間存在擠壓力，而翼緣側面的鋼纖維混凝土承受拉應力，兩部分作用相互平衡。如將提供拉應力的鋼纖維混凝土看作支座，則鋼纖維混凝土保護層可看作支撐在它上面的簡支梁。保護層主要承受擠壓應力產生的彎曲效應，外表面受拉，并因此產生裂縫。該裂縫沿試件的長度方向發展，稱之為縱向劈裂裂縫。該裂縫首先出現在試件的底面，由外向內發展，直至型鋼下翼緣，與黏結裂縫的發展趨勢正好相反。

縱向劈裂裂縫主要出現在加載后期、黏結裂縫充分發展后，此時型鋼上翼緣與鋼纖維混凝土之間的傳力路徑被破壞，型鋼與鋼纖維混凝土之間的相互傳力主要依靠下翼緣完成，下翼緣外表面與鋼纖維混凝土之間的擠壓作用增強，劈裂裂縫因此得到更充分的發展。

4 結論

本文通過36個試件的推出試驗和13個試件的四點彎試驗，分別研究了型鋼-鋼纖維混凝土組合結構在軸心力與彎矩作用下的界面失效，獲得了以下主要結論：

(1)在軸心力作用下，黏結界面主要承受剪切力。由于型鋼受力的泊松效應，黏結界面也存在鋼與混凝土之間的相互擠壓。型鋼通過黏結界面逐步將軸向壓力傳遞到鋼纖維混凝土，型鋼承受的壓力及泊松效應自上而下逐步減小，黏結界面的擠壓作用也呈現從上到下的遞減現象，也因此界面的擠壓應力和黏結應力的分布存在著較為嚴重的不均勻性。此次試驗中，矩形截面試件的黏結強度介于0.598 MPa～1.496 MPa，圓形截面試件的黏結強度介于0.668 MPa～1.913 MPa。

(2)在軸心力作用下，由于翼緣與鋼纖維混凝土的界面擠壓，鋼纖維混凝土在兩個正交方向承受拉力，這是混凝土損傷與開裂的主要原因。在試件的頂部區域，型鋼受力大，泊松效應強，由界面擠壓產生的拉應力較大，因此大多數試件的裂縫，以及界面的初始滑移，均首先出現在該區域，并逐步向試件底部發展。

(3)四點彎試驗的跨中純彎段，受壓翼緣外表面與鋼纖維混凝土的黏結界面上存在豎向拉應力。同時考慮到該區域水平方向的彎曲壓應力，鋼纖維混凝土處于雙向拉壓的受力狀態，裂縫沿水平方向發展，即黏結裂縫。當該裂縫沿水平方向發展至集中荷載作用區域后，由于集中荷載在黏結界面上產生了較強的局壓應力，此時該區域的鋼纖維混凝土豎向應力由拉轉為壓，受力狀態也轉變為雙向受壓，裂縫開始斜向發展，指向集中荷載作用點。最終在兩個分載點之間，上翼緣外側的鋼纖維混凝土保護層形成了梯形的破壞區域。

(4)彎矩作用下，通過下翼緣外表面與鋼纖維混凝土的界面擠壓，型鋼所承受荷載的一部分傳遞給了下部的鋼纖維混凝土保護層，導致試件底面出現沿縱向發展的劈裂裂縫。

(5)保護層厚度、箍筋設置、鋼纖維混凝土的抗拉強度(主要取決于鋼纖維摻量)是最關鍵的控制因素，直接決定了界面黏結性能的強弱。當鋼纖維摻量充足的時候，即使不設置箍筋，鋼纖維的“橋接”效應也能夠維持鋼與混凝土之間的共同工作，避免界面失效。