型钢高强自密实混凝土黏结滑移性能试验研究

Experimental Studies on Bond-slip Behavior between Section Steel and High Strength Self-compacting Concrete

摘要

为研究型钢与高强自密实混凝土界面黏结滑移性能，以混凝土保护层厚度和型钢埋置长度作为变化参数，设计9个型钢高强自密实混凝土试件进行推出试验.观察试件破坏过程、破坏形态和裂缝发展形式，获取了试件加载端的荷载-滑移全过程曲线，研究不同变量对其黏结性能的影响规律.结果表明：型钢高强自密实混凝土组合结构界面极限黏结强度随着混凝土保护层厚度的增加而增大，最大增幅94.9%；随着型钢埋置长度的增加而减小，最大削减为38.1%.界面黏结抗剪刚度随着型钢保护层厚度的增加先增大后减小，最大增幅85.1%；随着型钢埋置长度的增加而增大，最大增幅为30%.界面耗能能力与其变量相关性较弱；随保护层厚度的增加，界面损伤发展越晚；随型钢埋置深度的增加，界面损伤速度减缓.提出了型钢高强自密实混凝土黏结强度的计算公式，能较好地预测型钢高强自密实混凝土黏结强度.

Abstract

To study the bond-slip behavior of the interface between the section steel and the high-strength self-compacting concrete， nine self-compacting concrete specimens with the section steel were launched for tests， with the thickness of the high-strength concrete protective layer and the length of the molding serving as the variable parameters. The specimens’ failure process， failure morphology， and crack formation pattern were observed. Specifically， the whole process load-slip curve of the loading end of the specimen was obtained， along with the study of the effect of various parameters on the specimen’s bond behavior. According to the findings， the ultimate bond strength of steel reinforced high-strength self-compacting concrete composite structure increases with the increase of thickness of the high-strength concrete protective layer， and the maximum increase was 94.9%； but it decreases with the increase of the embedded length of the section steel， and the maximum reduction is 38.1%. The shear stiffness of interfacial bonding first strengthens and then weakens by an increase in the protective layer thickness of high-strength self-compacting concrete， and the maximum increase was 85.1%. Meanwhile， it is marginally strengthened with the increase of the insertion length， and the maximum increase was 30%. Besides， the interface’s capacity for consuming energy has a tenuous relationship with its factors. With the increase of the thickness of the high-strength steel protective layer， the interface damage develops later. With the increase in the embedded depth of the section steel， the interface damage speed slows down. Finally， the calculation formula for the bond strength of steel reinforced high strength self-compacting concrete is proposed， which can predict the bond strength of section steel reinforced high strength self-compacting concrete well.

Graphical abstract

关键词

型钢 / 高强自密实混凝土 / 滑移性能 / 界面损伤 / 黏结强度

型钢混凝土结构具有承载力高、抗震性能好、刚度大等优点，常与高强混凝土结合广泛用于大跨、重载结构及超高层建筑中^［1-2］，但核心型钢及钢筋笼的存在和高强混凝土自身工作性能的局限性导致工程浇筑工作难以顺利开展^［3］. 而自密实混凝土具有仅凭自身重力无须机械振捣就能达到密实成型的优秀工作性能，以及良好的流动性及稳定性，其与高强型钢混凝土组合结构结合，可以解决高层、复杂结构工程中的浇筑困难问题^［4-6］，同时与可持续发展理念相契合.

在型钢混凝土组合结构中，二者界面间的黏结作用是组合结构工作的基础，直接影响组合结构的强度、刚度和裂缝宽度等力学性能，因此，对型钢与混凝土界面间的黏结滑移性能展开研究尤为重要^［7］. 目前，国内外对型钢混凝土界面黏结性能已开展了大量试验研究^［8-13］，型钢高强混凝土黏结滑移性能已被证实较优^［14］，适用于当下高层结构. 自密实混凝土工作性能优异，在改善与钢材黏结的界面结构黏结性能等方面优于普通混凝土^［15-17］，目前仅有少数学者针对型钢自密实混凝土组合结构的黏结滑移性能开展研究^［18］.现有的型钢混凝土黏结滑移理论是否适用于型钢高强自密实混凝土黏结强度预测，以及自密实混凝土良好的密实性是否能够有效增强其界面黏结性能还有待研究^［19］ .

综上所述，本文以混凝土保护层厚度和型钢埋置深度为变化参数，设计并完成9个型钢高强自密实混凝土试件的推出试验，来进一步完善型钢混凝土结构理论并为实际复杂的结构工程提供参考依据.

1 试验概况

1.1 试件设计制作

由文献［20］可知，试验以对型钢混凝土组合结构黏结滑移影响较大的混凝土保护层厚度和型钢埋置长度作为变化参数，共设计了9个型钢高强自密实混凝土试件. 型钢高强自密实混凝土截面尺寸和配钢形式如图1所示，各个试件的具体设计参数详见表1. SHSSCC1L1是混凝土保护层厚度为40 mm，型钢埋置深度为250 mm的试件编号，其中SHSSC用于表示型钢高强自密实混凝土（Steel High Strength Self-Compacting Concrete），C1、C2、C3分别用于表示40 mm、60 mm、80 mm三种不同的混凝土保护层厚度，L1、L2、L3分别用于表示250 mm、400 mm、 600 mm三种不同的型钢埋置长度，依此类推. 箍筋形式均为ϕ6@100且距离型钢固定10 mm. 试件加载端的型钢预留长度为30 mm，高强自密实混凝土强度均为C65，跟随工程无振捣完成浇筑.

1.2 试验材料

试验采用广西地标建筑超高层写字楼（403 m）施工所使用的超高泵送C65自密实混凝土.具体配合比详见表2，该批次混凝土施工现场实测坍落度为270 mm，扩展度大于550 mm，满足《自密实混凝土应用技术规程》（JGJ/T 283—2012）^［21］要求，拌合物工作性能如图2所示. 试件的纵向钢筋采用HRB335级螺纹钢筋；箍筋采用HPB300级光圆钢筋；型钢为普通热轧Q235B级工10字钢，按照标准《金属材料 拉伸试验 第1部分：室温试验方法》（GB/T 228.1—2010）^［22］对钢材进行材性拉伸试验，结果详见表3. 在各试件浇筑时预留了3个标准圆柱体与试件同条件下进行养护，与推出试件同期，按照标准试验方法使用RMT-301先进行圆柱体轴心抗压试验，随后进行试件的推出试验. 材性试验结果按《混凝土结构设计规范（2015年版）》（GB 50010—2010）^［23］对其他强度进行换算，具体结果详见表4.

1.3 加载装置与加载制度

试验仪器是微机控制电液伺服万能试验机WAW-600. 为了确保试件轴心受压推出型钢，试验前预先准备好一片有型钢孔洞的、特制30 mm厚度、面积略大于试件截面面积的钢垫板和一片相同尺寸的普通钢垫板，特制钢垫板预留充足的空间足以让型钢无障碍穿过. 特制钢垫板放在自由端上面，普通钢垫板放在加载端下面，详见图3.

试验开始前，将加载端型钢和自由端混凝土打磨平整，确保两端能够与加载装置保持贴紧，并且使得自由端型钢可以显露. 并且每次试验都先将荷载匀速预载加至50 kN，随后采用速率为0.5 mm/min的位移控制加载制度，当试件加载端滑移值达到了 10 mm时观察发现混凝土与型钢推出破坏明显，结构失效即停止试验.

2 试件破坏形态

试件破坏形态分为两种，分别是混凝土黏结破坏和型钢屈服破坏，选取破坏形态明显的试件作为代表图片，如图4所示.

2.1 混凝土黏结破坏

发生混凝土黏结破坏的试件是SHSSCC1L1、SHSSCC1L2、SHSSCC1L3、SHSSCC2L1、SHSCC2L2、SHSSCC2L3、SHSSCC3L1、SHSSCC3L2共8个试件. 试验加载初期，型钢与高强自密实混凝土界面未发生滑移，发出“嘶嘶”的混凝土压实声；加载至P_u的15%~20%时，加载端先产生裂缝，裂缝在型钢翼缘方向30°~45°之间出现；加载至P_u时，突然发出破裂声响，二者界面开始发生相对滑移，荷载快速下降至P_u的50%~70%后荷载出现平缓下降段；加载至型钢推出明显，结构失效. 停止试验后，发现加载端有垂直于型钢翼缘的裂缝. 型钢与高强自密实混凝土发生了纵向的剪切滑移. 混凝土表面裂缝宽度较大，长度较长，且数量不唯一.

2.2 型钢屈服破坏

发生型钢屈服破坏的试件是SHSSCC3L3，加载至P_u，荷载稍降后稳定进入平稳滑移，趋于不收敛，没有明显骤降段. 加载端发现裂缝数量较多，裂缝均从型钢翼缘肢尖向外延伸，方向与翼缘方向呈30°~45°，混凝土表面存在少量裂缝. 从加载端观察，发现型钢变形严重，结构已然失效；自由端型钢没有被推出. 该类情况出现的原因是锚固长度和保护层厚度均较大时，界面间的黏结力较大.

3 试验结果及分析

各试件加载端的荷载-滑移曲线如图5所示，其中，荷载和加载端滑移量分别用P和S表示. 由于SHSSCC3L3试件是型钢屈服破坏，自由端型钢未推出，加载端位移计示数应为型钢屈服压缩量，图5（i）为SHSSCC3L3试件的荷载-位移曲线图. 型钢高强自密实混凝土荷载滑移曲线分为3个阶段：

上升段：加载初期，界面没有发生相对滑移；加载端开裂，接着界面水泥胶体被剪断，裂缝的发展加速界面间化学胶结力的丧失，裂缝从加载端向着试件表面延伸，机械咬合力、摩擦力和剩余的化学胶结力共同组成黏结力. 荷载-滑移曲线呈现两种快速上升的现象，一种是几乎呈线性快速增长直至P_u，发生在型钢埋置长度不大的试件中，界面破坏迅速，荷载迅速增至P_u，如SHSSCC1L1、SHSSCC1L2、SHSSCC2L1、SHSSCC3L1；另一种是先线性快速增长后缓慢线性增长至P_u，发生在型钢埋置长度较大的试件中，界面黏结未完全破坏时，型钢屈服与界面失效不同步，导致曲线斜率变小，如SHSSCC1L3、SHSSCC2L2、SHSSCC2L3、SHSSCC3L2、SHSSCC3L3. 第二种情况出现的原因是：试件型钢埋置深度偏大，试件整体较高；同时，高强自密实混凝土较好的工作性能使其在型钢周围分布较均匀，改善了基体之间的截面结构，使得二者具有较好的黏结作用；此外，型钢预留部分的泊松效应^［24］引起的横向变形延缓了型钢的推出.

下降段.加载至P_u之后，荷载-滑移曲线出现陡降段、缓降段和不降段三种现象.陡降段是荷载突然大幅度下降，下降至P_u的50%~70%，界面水泥胶结层被完全剪断，界面上二者的化学胶结力完全丧失，荷载远大于机械咬合力和摩擦力，如SHSSCC1L1、SHSSCC1L2、SHSSCC1L3、SHSSCC2L2、SHSSCC2L3、SHSSCC3L1、SHSSCC3L2. 缓降段的试件化学胶结力全部丧失，混凝土内部不再破坏产生裂缝，界面在型钢滑移下持续微弱破损，如SHSSCC2L1. 试验存在没有下降段的试件，在达到P_u后，型钢受压严重变形，没有明显下降段，如SHSSCC3L3.

残余段：荷载下降幅度明显减缓，混凝土内部的破坏趋于稳定，型钢表层剩余破碎混凝土逐渐脱离趋于稳定，界面损伤程度与机械咬合力和摩擦力数值趋于稳定，荷载增加，滑移持续增加，曲线呈现平缓下降段.

发生混凝土黏结破坏时，加载端混凝土开裂导致界面失效；发生型钢屈服破坏时，界面未完全失效型钢已经发生严重屈服变形. 由于SHSSCC3L3试件型钢与混凝土界面未破坏，因此不将其归类为典型荷载-滑移曲线，本文对其界面耗能和损伤演化不进行讨论. 按照试件加载端荷载-滑移曲线特点分成两类曲线，如图6所示. 混凝土黏结破坏第一类曲线分成OA、AB两段上升，混凝土黏结破坏第二类曲线只有一段上升段OA，且第二类曲线上升段OA的斜率大于第一类曲线. 加载过程中，试件裂缝均从加载端发展延伸，当型钢埋置长度较大时，从下至上型钢屈服与界面损伤，二者协同工作发展不均匀，导致了第一、第二类曲线上升段斜率的不同. 第一类曲线下降段BC较第二类曲线下降段AB要陡，这是因为埋置长度较小的试件，达到P_u相对较小，因此摩擦力和机械咬合力可以在下降段有效抵抗荷载，表现为缓慢推出型钢.两类曲线在陡降后的下降段均较为平缓，故将其视为趋于水平状态，用水平直线段来表示.

4 界面黏结滑移性能分析

4.1 界面黏结强度分析

型钢高强自密实混凝土界面的黏结强度分为两种，分别是极限黏结强度和残余黏结强度，计算公式如下：

{\tau }_{\mathrm{u}}=\frac{P_{\mathrm{u}}}{l_{\mathrm{e}}\times C_{\mathrm{e}}}（1）

{\tau }_{\mathrm{r}}=\frac{P_{\mathrm{r}}}{l_{\mathrm{e}}\times C_{\mathrm{e}}}（2）

式中：τ_u为极限黏结强度，MPa；P_u为试件极限荷载，kN；τ_r为残余黏结强度，MPa；P_r为试件残余荷载，kN；l_e为型钢的埋置长度，mm；C_e是型钢截面的周长，mm，取C_e=463 mm. 各试件特征黏结强度计算结果如表1所示.

混凝土保护层厚度对黏结强度的影响如图7所示，随着混凝土保护层厚度的增加，极限黏结强度和残余黏结强度整体呈增加的趋势. 当保护层厚度从40 mm增加至80 mm，型钢埋置长度分别为250 mm、400 mm和600 mm的试件，其极限黏结强度分别提高了52.6%、95.0%和4.8%；残余黏结强度分别提高了16.5%、14.7%. 由此可见，型钢高强自密实混凝土组合结构界面黏结强度由混凝土一方主导，厚度越大，其界面黏结强度越大，高强自密实混凝土良好的抗开裂能力和密实性使得混凝土对型钢的套箍效应强于普通混凝土，但达到一定厚度后对黏结强度的提升效果不明显.

如图8所示，当保护层厚度为40 mm时，黏结强度随埋置长度增加先减少后增加；保护层厚度为60 mm时，黏结强度随埋置长度增加先增加后减少；保护层厚度为80 mm时，黏结强度随埋置长度增加而减少. 当埋置长度从250 mm增加到600 mm时，保护层厚度为40 mm和80 mm的试件其极限黏结强度分别降低了9.9%和38.1%. 自密实混凝土均匀密实的特点，使得界面的骨料分布均匀，核心混凝土与型钢接触更加紧密，从而对型钢形成良好的约束，然而界面黏结强度随着埋置长度增加而减小，是因为埋置长度越长越容易发生型钢屈服破坏，导致结构失效使得界面黏结强度减小. 高强混凝土断裂界面较为光滑，基本由机械咬合力和界面摩擦力提供，所以残余黏结强度上下变化不大，均在10%以内.

高强自密实混凝土良好的工作性能源于良好的胶凝材料、砂率、水胶比；无须振捣凭自重下沉密实的工作性能与普通混凝土有较大的差异^［25］，其密实性提升了混凝土的套箍效应，与传统高强混凝土黏结强度相近^［11］，同时高于普通型钢混凝土的黏结强度^［26］.在工作性能上，均优于后两者，能实现较为复杂实际工程的浇筑工作，具有良好的应用前景.

4.2 界面黏结剪切刚度分析

界面黏结剪切刚度^［27］常用于定量描述界面抵抗损伤发展的过程的重要指标，本文定义加载端荷载滑移曲线从0升至0.4P_u时所对应的点与原点之间的割线斜率为弹性黏结剪切刚度值K_e，各个试件计算结果如表1所示.

分析变量影响K_e结果如图9所示，随着保护层厚度的增大，K_e先上升后下降，其原因可能是保护层厚度的增大导致型钢在推出的过程中，更多外层未发生开裂损伤的混凝土对黏结界面起到约束作用，但保护层过厚时，与型钢高强混凝土推出试验中提高混凝土保护厚度对应损伤增大相似，黏结界面周围混凝土裂缝发展较为严重，外层未损伤混凝土的套箍效应也相应地减弱^［11］，导致界面抗剪刚度降低. 随着埋置长度的增加，试件的K_e值不断增加，原因是其界面接触面积的大幅度提升，增强了界面持续抵抗损伤发展的能力，当保护层厚度在60 mm时，随着型钢埋置深度的增加，其K_e最大增幅可达到30%.

4.3 界面耗能能力分析

界面黏结破坏可以看作是能量损耗的过程，两种材料界面黏结失效是在外力作用下的能量变形积累所导致的，为了研究型钢高强自密实混凝土界面发生滑移时的耗能情况，引入耗能因子^［28］作为指标来量化分析，定义如下：

\eta =\frac{S_{OBDE}}{S_{OACE}}（3）

式中：S_OBDE 为图10曲线的阴影面积，S_OACE 为矩形OACE面积. 各试件耗能因子计算结果详见表1.

分析变量影响耗能因子的规律，结果如图11所示. 随着保护层厚度的增大，混凝土保护层在靠近型钢内圈的混凝土界面黏结失效之后无法继续提供约束，平均耗能因子呈现下降的现象；随着埋置长度的增加，平均耗能因子随之变大，这是因为型钢埋置长度的增加有效提高了试件抵抗推出破坏的能力.

4.4 界面损伤发展分析

构件损伤程度可以使用刚度退化指标进行量化分析^［29］，本文引入改进的黏结损伤度D_t^［30］来定量描述黏结界面的损伤发展情况，定义如下：

D_{\mathrm{t}}=\mathrm{1}-\frac{K_{\mathrm{t}}}{K_{\mathrm{e}\mathrm{t}}}（4）

式中：K_t为加载端荷载-滑移曲线任意点的切线斜率；K_et为加载端荷载-滑移曲线上升段中0.5P_u点处的切线斜率.

根据本次试验中典型荷载-滑移曲线特点可以发现，在达到0.5P_u前，试件基本处于弹性阶段，达到0.5P_u之后才会出现刚度退化表现，则近似认为荷载在0至0.5P_u之间，界面无黏结损伤发生，即D_t=0；荷载在0.5P_u至P_u之间，界面损伤发展，即0＜D_t＜1；荷载达到P_u之后，界面完全损伤且不可逆，刚度退化小于或等于0，即D_t=1. 因此选择荷载在0.5P_u至P_u之间的数据来分析界面损伤发展的过程. 采用二次多项式对荷载在0.5P_u至P_u之间的数据进行拟合，R²值均接近1，用于获取该段曲线表达式，并对其求一阶导数获取任意点切线斜率K_t，再带入式（4）计算D_t；为了更好地分析界面损伤演变，使用相对滑移量S/l_e作为横坐标，最终得到各试件界面黏结损伤演变过程图，如图12所示.

分析界面失效的两类曲线，型钢埋置长度较小的第一类曲线D_t在达到P_u之后突变到1进而界面失效，这是由于高强自密实混凝土具有较明显的脆性，裂缝发展之后快速断裂，且断裂界面较光滑，在损伤发展过程中会出现界面的突然失效. 型钢埋置长度较大的第二类曲线D_t没有突变，界面损伤发展的同时，型钢屈服承担了一部分荷载作用，型钢埋置长度越大，则损伤斜率越小，损伤发展越慢. 对于两类曲线，保护层厚度越大，其初始损伤点越延后出现，保护层厚度为40 mm时，型钢埋置长度越大，损伤曲线斜率越大，损伤发展较快，而为60 mm、80 mm时，型钢埋置长度越大，损伤曲线斜率越小，损伤发展变慢，这是因为保护层厚度较小开裂较快，型钢埋置深度越大则加快了界面整体裂缝开裂的速度，保护层厚度较大时，型钢埋置深度越长，其屈服后承担的荷载越大，界面损伤发展越慢.

5 黏结强度计算

根据文献［11］、［20］的成果，结合本次试验实际情况，选取保护层厚度C、型钢埋置深度l_e和混凝土强度f_cu与试验所得结果τ_u、τ_r数值作线性回归统计，利用文献［10］中的式（5）将混凝土强度f_cu转换成混凝土轴心抗拉强度f_t，得到相应的式（6）和式（7）：

f_{\mathrm{t}}=\mathrm{0.26}{f}_{\mathrm{c}\mathrm{u}}^{\mathrm{2}/\mathrm{3}}（5）

{\tau }_{\mathrm{u}}=\mathrm{0.002}\mathrm{36}{f}_{\mathrm{t}}(\mathrm{2.127}C-\mathrm{0.004}\mathrm{36}{l}_{\mathrm{e}})+\mathrm{0.425}\mathrm{7}（6）

{\tau }_{\mathrm{r}}=\mathrm{0.001}\mathrm{45}{f}_{\mathrm{t}}(\mathrm{0.694}\mathrm{8}C-\mathrm{0.053}\mathrm{6}{l}_{\mathrm{e}})+\mathrm{0.701}\mathrm{7}（7）

分别将各试件参数代入式（7）计算各自的极限黏结强度和残余黏结强度. 分析现有相关型钢混凝土组合结构黏结强度计算公式是否能够较准确地计算型钢高强自密实混凝土的黏结强度，选取两个具有代表性的计算公式，出自文献［7］的式（8）和（9），以及出自文献［20］的式（10）和（11）. 再将文献［17］中的试验数据代入本文公式进行验算，计算结果详见表5和表6.

{\tau }_{\mathrm{u}}=(\mathrm{0.292}\mathrm{1}+\mathrm{0.459}\mathrm{3}C/h-\mathrm{0.007}\mathrm{81}{l}_{\mathrm{e}}/h)f_{\mathrm{t}}（8）

{\tau }_{\mathrm{r}}=(-\mathrm{0.011}+\mathrm{0.367}\mathrm{5}C/h-\mathrm{0.392}\mathrm{7}{\rho }_{\mathrm{S}\mathrm{V}})f_{\mathrm{t}}（9）

{\tau }_{\mathrm{u}}=-\mathrm{0.085}\mathrm{72}{f}_{\mathrm{t}}+\mathrm{0.007}\mathrm{77}C+\mathrm{1.686}\mathrm{31}（10）

\begin{array}{l}{\tau }_{\mathrm{r}}=-\mathrm{0.042}\mathrm{58}{f}_{\mathrm{t}}+\mathrm{0.003}\mathrm{63}C+\mathrm{0.018}\mathrm{72}(l_{\mathrm{e}}/h)+\\ \mathrm{0.899}\mathrm{11}\end{array}（11）

文献［7］、［20］中极限黏结强度公式计算值与实测值比值平均值分别为1.377和1.289；文献［20］残余黏结强度公式计算值与实测值比值平均值为0.797，偏差稍大. 本文给出的公式简洁，且计算值与实测值较为吻合，其中极限黏结强度和残余黏结强度计算值与实测值之比的平均值分别为0.984和1.027，变异系数分别为0.106和0.099，误差均在20%以内. 经过文献［17］中试验结果的验算发现，本文公式计算结果同样较为吻合，结果见表5，因此建议采用本文提出的计算公式来计算预测型钢高强自密实混凝土黏结强度.

6 结 论

通过对9个型钢高强自密实混凝土试件进行推出试验，研究了不同变化参数对其界面黏结滑移性能的影响规律，得到如下结论：

1）试件破坏形态为混凝土黏结锚固破坏和型钢屈服破坏；但高强自密实混凝土较脆，断裂界面较为光滑，黏结锚固处出现初始裂缝会快速发展导致试件失效.

2）界面黏结强度随混凝土保护层厚度增加而增大，最大增幅达94.9%，随型钢埋置深度增加而减小，最大减少38.1%.高强自密实混凝土工作性能较优，能实现实际复杂工程的浇筑工作，且能提供较好的界面黏结强度，具有良好的应用前景.

3）界面黏结剪切刚度随着混凝土保护层厚度增加先增大后减小，随型钢埋置深度增加而增大；界面耗能与变量相关性较弱；随混凝土保护层厚度的增加，界面损伤发展越晚；随型钢埋置深度的增加，界面损伤速度减缓.

4）提出了型钢高强自密实混凝土黏结强度计算公式，计算误差在20%以内，能较好地预测型钢高强自密实混凝土黏结强度.

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基金资助

国家自然科学基金资助项目（51578163）; 广西科技基地与人才专项（桂科AD21075031）; 广西高校中青年教师基础研究能力提升项目（2020KY25015）