周立琛 劉 利 李雅寧 李曉東 魏 曉 肖 瑤

(1.青島理工大學(xué)土木工程學(xué)院, 山東青島 266033； 2.山東水利職業(yè)學(xué)院, 山東日照 276826)

在實際工程中，火災(zāi)一直都是鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)的重大威脅因素之一。由于高溫環(huán)境的影響，引起鋼筋與混凝土間黏結(jié)滑移的變化，對建筑結(jié)構(gòu)的極限承載能力和結(jié)構(gòu)耐久性產(chǎn)生不利影響。近年來，國內(nèi)外學(xué)者對高溫環(huán)境下鋼筋混凝土的黏結(jié)性能做了多方面研究，文獻[1-5]分別討論研究了高溫后鋼筋錨固長度、配箍率、冷卻方式、加載制度及高溫環(huán)境對鋼筋與混凝土的黏結(jié)性能的影響。金寶等通過掃描電鏡試驗等進行了微觀試驗研究，研究了高溫后鈣質(zhì)骨料混凝土強度與結(jié)構(gòu)微觀變化的關(guān)系[6]。文獻[7-9]介紹了對再生混凝土中鋼筋的拔出試驗和模擬分析，獲得了鋼筋與再生混凝土間的黏結(jié)滑移破壞特征同鋼筋與普通混凝土間的黏結(jié)破壞特征基本類似的結(jié)論。

鑒于高溫環(huán)境鋼筋與混凝土黏結(jié)性能的退化機理復(fù)雜，目前對鋼筋與混凝土在高溫下及高溫后的黏結(jié)性能的損傷規(guī)律的研究還不夠全面。本研究通過對同等強度等級的普通混凝土和再生混凝土立方體試件的中心拉拔試驗，研究高溫下及高溫后黏結(jié)性能的損傷規(guī)律，并分析高溫環(huán)境影響下鋼筋與混凝土界面剪應(yīng)力-位移的關(guān)系。

1 試驗概況

1.1 試驗設(shè)計

試驗設(shè)計并制作44個普通混凝土和再生混凝土(粗骨料取代率為100%)立方體試件，試件的具體分組情況見表1?；炷亮⒎襟w試塊的設(shè)計尺寸均為150 mm×150 mm×150 mm，試件的制作采用強度等級為P·O 42.5的水泥，粗骨料采用普通天然石灰?guī)r質(zhì)粗骨料和再生混凝土粗骨料，粗骨料粒徑均為5～26.5 mm。普通混凝土和再生混凝土水灰比為0.66、0.79，水泥∶砂∶石的配合比為1∶1.96∶2.94。試件所用直徑為14 mm的HRB500變形鋼筋，并將鋼筋埋置在試塊中心位置，不對其配置箍筋。試件中心位置配置總長度550 mm鋼筋，鋼筋埋置深度為150 mm，鋼筋端部的有效錨固長度為70 mm，在剩余鋼筋與混凝土無黏結(jié)作用的區(qū)域用無黏性材料包裹鋼筋作為阻隔，用石棉包裹上部裸露在高溫爐內(nèi)的鋼筋，對裸露鋼筋做隔熱處理。在鋼筋有效黏結(jié)中心位置設(shè)置熱電偶溫度測量點，并將熱電偶埋置于此，試件詳圖見圖1。

表1 試驗分組Table 1 Test grouping

括號內(nèi)為試件編號方法；高溫后為試件經(jīng)預(yù)設(shè)高溫環(huán)境后自然冷卻至室溫后進行的試驗，高溫下為在預(yù)設(shè)高溫環(huán)境下進行的試驗。

圖1 試件詳圖 mmFig.1 Specimen details

1.2 試驗裝置及加載方案

試驗裝置分別采用MTS E45.305型電子萬能試驗機進行加載；采用MTS TestSuite軟件進行力和位移的數(shù)據(jù)采集；采用GWX-1100型電加熱高溫箱、GWX-1100型電爐控制器HMI操控模式進行溫度控制；采用K型熱電偶和Agilent34980A進行實時溫度采集。

如圖2試驗加載裝置所示，試驗由MTS E45.305電子萬能試驗機從試件的鋼筋頂端施加荷載，通過鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)作用將力傳遞給混凝土，試件用耐高溫反力支架固定在MTS試驗機底座。試驗機橫梁的移動速度為0.001 mm/s，通過MTS TestSuite軟件采集橫梁位移(橫梁位移即鋼筋位移)和荷載值的數(shù)據(jù)。鋼筋與混凝土黏結(jié)部位的溫度通過Agilent34980A進行數(shù)據(jù)采集，爐內(nèi)溫度由GWX-1100電爐控制器控制，當(dāng)爐內(nèi)溫度從常溫達到設(shè)定溫度后，爐內(nèi)溫度保持恒定，恒溫時間約1 h后，鋼筋與混凝土黏結(jié)處的溫度趨于穩(wěn)定且與爐溫基本一致，此時黏結(jié)處溫度比爐溫設(shè)計溫度低大約20～30 ℃，爐內(nèi)升溫曲線詳見圖3。

1—MTS萬能試驗機; 2—夾具; 3—電熱絲; 4—試件; 5—石棉; 6—固定支架; 7—K型熱電偶。圖2 試驗加載裝置Fig.2 Loading devices

圖3 爐內(nèi)平均升溫曲線Fig.3 Heating curves of average temperatures in furnaces

2 試驗結(jié)果和τ-s曲線分析

2.1 曲線滑移量修正

試驗中的黏結(jié)應(yīng)力假設(shè)為鋼筋與混凝土的平均黏結(jié)應(yīng)力，算式見式(1)：

(1)

式中：τ為平均黏結(jié)應(yīng)力;F為拉拔力;d為鋼筋直徑;la為鋼筋的黏結(jié)錨固長度。

試驗過程中鋼筋的拔出位移(即鋼筋與混凝土相對滑移的測量值)由MTS試驗機的橫梁控制，通過MTS TestSuite軟件可以精確測得。由于鋼筋與混凝土的實際相對滑移值是一個微小的變量，為提高試驗結(jié)果的準確度，需考慮測量值中包含的鋼筋彈性變形量，根據(jù)式(2)對測量值進行修正。

(2)

式中：Δs為鋼筋變形量,mm;Fi為各級拉拔力,kN;l為鋼筋未錨固處至夾具底端距離,mm;E為彈性模量，MPa;A為鋼筋截面面積,mm2。

因此加載端的實際滑移量s為：

s=s′-Δs

(3)

式中：s′為鋼筋實測滑移量。

2.2 τ-s曲線

通過整合分析常溫下及高溫后試驗數(shù)據(jù)，得出鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)應(yīng)力(τ)和滑移量(s)兩者的關(guān)系曲線，如圖4所示。

a—P3、R3(常溫下); b—P3、R3(200 ℃高溫后); c—P3、R3(400 ℃高溫后); d—P3、R3(600 ℃高溫后); e—P3、R3(800 ℃高溫后)。圖4 P3、R3類試件的τ-s曲線Fig.4 The τ-s curves of P3 and R3 specimens

通過整合分析高溫下試驗數(shù)據(jù)，得出鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)應(yīng)力(τ)和滑移量(s)兩者的關(guān)系曲線，如圖5所示。

普通鋼筋混凝土試件和再生混凝土試件的峰值黏結(jié)應(yīng)力在不同高溫影響后，均有不同程度降低?？蓪⒃嚰诟邷赜绊懞蟮摩?s曲線詳細劃分為五個階段：微滑移階段、滑移階段、劈裂破壞階段、應(yīng)力下降階段、殘余階段[10]。

微滑移階段：在對試件初始加載時，此時拉拔力較小，鋼筋和混凝土之間的相對滑移極小，此階段鋼筋混凝土之間的作用力主要為化學(xué)膠結(jié)力，可認為曲線呈線性關(guān)系增長。

滑移階段：隨著外荷載的增加，鋼筋與混凝土間的作用力也隨之增加，兩者之間的滑移量也隨之增大，化學(xué)膠結(jié)逐漸破壞，化學(xué)膠結(jié)力也隨之消失，此階段鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)作用力主要為摩阻力和機械咬合力，此時τ-s曲線呈非線性關(guān)系增長。

劈裂破壞階段：隨著外荷載的增加，鋼筋與混凝土之間作用力(機械咬合力和摩阻力)也隨之增加，當(dāng)鋼筋肋與混凝土之間的擠壓力增大到混凝土試件的環(huán)向拉應(yīng)力承受的極限值，致使混凝土開裂，裂縫繼續(xù)沿鋼筋徑向向四周延伸至試件表面，發(fā)生劈裂破壞，此時τ-s曲線逐漸達到峰值。

應(yīng)力下降階段：τ-s曲線在達到峰值之后，隨之進入下降階段。在這一階段，隨著兩者間滑移的增加，黏結(jié)應(yīng)力本階段初期下降較快，隨后下降變得較為平緩。

a—P3、R3(高溫下200 ℃); b—P3、R3(高溫下400 ℃); c—P3、R3(高溫下600 ℃); d—P3、R3(高溫下800 ℃)。圖5 高溫下P3、R3類試件的τ-s曲線Fig.5 The τ-s curves of P3 and R3 specimens in high temperatures

殘余階段：在機械咬合力完全喪失后，此階段鋼筋與混凝土之間只有摩擦力，τ-s曲線較為平緩下降，直至鋼筋從試件中全部拔出。

2.3 極限黏結(jié)強度和峰值滑移

表2為兩類混凝土試件分別在高溫后及高溫下各高溫階段的極限黏結(jié)強度比(各高溫環(huán)境試驗極限黏結(jié)強度與常溫下試驗極限黏結(jié)強度之比)。

表2 高溫后、高溫下極限黏結(jié)強度比Table 2 Ultimate bonding strength ratiosafter and in high temperatures

結(jié)合圖4、圖5以及表2分析可得：試驗溫度從常溫升高到800 ℃時，普通混凝土、再生混凝土與鋼筋在高溫后及高溫下的極限黏結(jié)強度均呈逐漸降低的趨勢，而鋼筋與混凝土之間的相對滑移峰值隨著溫度的升高有所增加。試驗溫度在200 ℃時，P3、R3組試件的極限黏結(jié)強度與常溫時相比，高溫后分別損傷了40%、39%，高溫下分別損傷了47%、48%；試驗溫度在400 ℃時，P3、R3組試件的極限黏結(jié)強度與常溫時相比，高溫后分別損傷了60%、56%，高溫下分別損傷了54%、56%；試驗溫度在600 ℃時，P3、R3組試件的極限黏結(jié)強度與常溫時相比，高溫后分別損傷了79%、78%，高溫下分別損傷了71%、68%；試驗溫度在800 ℃時，P3、R3組試件的極限黏結(jié)強度與常溫時相比，高溫后分別損傷了88%、85%，高溫下分別損傷了85%、84%。

圖6為普通混凝土和再生混凝土試件在不同高溫環(huán)境影響下，其極限黏結(jié)強度隨溫度升高而變化的曲線。圖7為不同類別混凝土試件在不同高溫環(huán)境影響下，其峰值滑移值隨溫度升高的變化曲線。

圖6 P3、R3類試件鋼筋與混凝土的極限黏結(jié)強度Fig.6 Ultimate bonding strength of steel bars and concrete for specimens P3 and R3

圖7 P3、R3類試件鋼筋與混凝土的極限滑移位移Fig.7 Ultimate slip displacement between steel bars and concrete for specimens P3 and R3

試驗表明：試件在高溫后及高溫下的極限黏結(jié)強度隨溫度的升高均逐漸降低，而極限滑移量卻隨著溫度的升高逐漸增加。相同溫度條件下，同一類型混凝土試件在高溫下的滑移峰值比高溫后的滑移峰值大，且高溫下曲線的上升段和下降段相比高溫后的較平緩。

兩種類型混凝土相比，鋼筋與再生混凝土的極限黏結(jié)強度略高，這與文獻[9]的結(jié)論一致。其原因為再生粗骨料較普通粗骨料的表面更粗糙且干燥，致使骨料與水泥砂漿之間的黏結(jié)增強，且增強了混凝土與鋼筋間的咬合，因而增強了其與鋼筋之間黏結(jié)性能。

3 黏結(jié)-滑移關(guān)系方程

3.1 鋼筋與混凝土的黏結(jié)損傷模型

通過上述試驗數(shù)據(jù)所得到的鋼筋混凝土的τ-s曲線，分析鋼筋與混凝土黏結(jié)面的損傷過程，建立鋼筋與混凝土黏結(jié)-滑移的應(yīng)力-應(yīng)變關(guān)系。鋼筋與混凝土之間的損傷變量是依據(jù)黏結(jié)性能參數(shù)來定義的，當(dāng)黏結(jié)材料無損傷時，此時黏結(jié)面的黏結(jié)性能參數(shù)為B，當(dāng)材料處于損傷狀態(tài)時黏結(jié)面的黏結(jié)性能參數(shù)為ΔB，定義損傷變量[11]計算式：

(4)

式中：D為損傷變量，當(dāng)黏結(jié)面沒有損傷時，ΔB=B，此時0

根據(jù)τ-s曲線上的曲線斜率(τ/s)來定義黏結(jié)性能參數(shù)[12]。試驗初始時期，外荷載值較小，該階段中鋼筋與混凝土未發(fā)生相對滑移，鋼筋與混凝土黏結(jié)面無損傷，τ-s曲線呈線性關(guān)系增長，此時黏結(jié)性能參數(shù)為常數(shù)B。隨著外荷載的增加，鋼筋的滑移量也逐漸增加, 該階段鋼筋與混凝土的黏結(jié)損傷逐漸增大，τ-s曲線斜率逐漸減小，此時黏結(jié)性能參數(shù)ΔB逐漸減小。定義黏結(jié)性能參數(shù)B、黏結(jié)應(yīng)力τ與黏結(jié)滑移值s間的關(guān)系為：

τ=Bs

(5)

根據(jù)式(5)和應(yīng)變等效原理，即黏結(jié)面材料受到損傷(D≠0)時，在有效應(yīng)力作用下產(chǎn)生的應(yīng)變與同種材料沒有損傷(D=0)時發(fā)生的應(yīng)變等效，假定受損材料在黏結(jié)應(yīng)力作用下的滑移量與沒有受損時的滑移量相等，可得：

(6)

將式(6)與式(4)相結(jié)合，可得:

(7)

即

τ=s(1-D)B=ΔBs

(8)

根據(jù)黏結(jié)損傷理論，可建立鋼筋與混凝土黏結(jié)-滑移關(guān)系：

(9)

式中：s0為損傷發(fā)生點位移。

整理式(9)得到損傷變量的計算式：

(10)

3.2 D-s曲線

3.2.1高溫后的D-s曲線

本文2.2節(jié)中將高溫下的τ-s曲線詳細劃分為5個階段，根據(jù)各階段的曲線變化規(guī)律及試驗具體數(shù)據(jù)擬合鋼筋與混凝土的黏結(jié)-滑移關(guān)系方程。因本次試驗結(jié)果顯示鋼筋分別與再生混凝土、普通混凝土的黏結(jié)-滑移曲線變化規(guī)律大致相同，且鋼筋與再生混凝土間的黏結(jié)強度相比與同條件下普通混凝土的黏結(jié)強度略高，故本文具體僅以普通混凝土為例。

首先確定常溫及高溫后鋼筋與混凝土沒有發(fā)生相對滑移時的黏結(jié)性能參數(shù)B：常溫下，將τ-s曲線0～0.07 mm間的斜率定義為B=48.98 N/mm3；200 ℃時，將τ-s曲線0～0.07 mm間的斜率定義為B=34.55 N/mm3；400 ℃時，將τ-s曲線0～0.09 mm間的斜率定義為B=14.75 N/mm3；600 ℃時，將τ-s曲線0～0.16 mm間的斜率定義為B=9.18 N/mm3；800 ℃時，將τ-s曲線0～0.17 mm間的斜率定義為B=5.95 N/mm3。

根據(jù)式(10)得出D-s關(guān)系曲線，如圖8所示。

—常溫； —200 ℃； —400 ℃；—600 ℃； —800 ℃。圖8 高溫后P3類鋼筋混凝土試件的D-s關(guān)系曲線Fig.8 D-s relation curves of reinforced concrete specimens P3 after high temperature

普通混凝土試件分別在常溫、200,400 ℃進行拉拔時，試件均發(fā)生劈裂破壞；在600,800 ℃進行試驗時，均發(fā)生鋼筋拔出破壞。鋼筋拔出過程中，隨著鋼筋滑移量的增加，黏結(jié)損傷變量也隨之增加。D-s中損傷變量D最大時對應(yīng)的相對滑移s為滑移峰值。

圖9為R3類鋼筋與再生混凝土試件分別在常溫、200,400,600,800 ℃后進行拉拔試驗，擬合得到的D-s關(guān)系曲線。通過與圖8進行對比，可知高溫后再生混凝土試件的D-s關(guān)系曲線與普通混凝土試件基本相似。

—常溫； —200 ℃； —400 ℃；—600 ℃； —800 ℃。圖9 高溫后R3類鋼筋混凝土試件的D-s關(guān)系曲線Fig.9 D-s relation curves of reinforced concrete specimens R3 after high temperatures

3.2.2高溫下的D-s曲線

同上述情況，以普通混凝土為例。根據(jù)式(10)得出P3、R3類混凝土的D-s關(guān)系曲線，如圖10所示。

—200 ℃； —400 ℃； —600 ℃； —800 ℃。圖10 高溫下P3類鋼筋混凝土試件的D-s關(guān)系曲線Fig.10 D-s relation curves of reinforced concrete specimens P3 in high temperatures

圖11為R3類混凝土試件分別在200，400，600，800 ℃下的D-s關(guān)系曲線。對比圖10可以發(fā)現(xiàn)，高溫下的再生混凝土與鋼筋的D-s關(guān)系曲線與普通混凝土的基本相似。

—200 ℃； —400 ℃； —600 ℃； —800 ℃。圖11 高溫下R3類鋼筋混凝土試件的D-s關(guān)系曲線Fig.11 D-s relation curves of reinforced concrete specimens R3 in high temperatures

3.3 損傷演變方程

參考中南大學(xué)張鳳維的損傷曲線分析方法[13]，觀察分析損傷滑移曲線的特點，將各高溫環(huán)境下鋼筋與普通混凝土的D-s曲線分三段，采用對數(shù)函數(shù)進行曲線回歸分析,分別以曲線曲率的初始增加點和損傷曲線趨緩的拐點為分界點,最終擬合得到D-s損傷方程。高溫后鋼筋與普通混凝土的D-s損傷方程如下：

常溫時

(11a)

200 ℃時

(11b)

400 ℃ 時

(11c)

600 ℃時

(11d)

800 ℃時

(11e)

高溫下鋼筋與普通混凝土的D-s損傷方程如下：

200 ℃時

(12a)

400 ℃時

(12b)

600 ℃時

(12c)

800 ℃時

(12d)

3.4基于鋼筋與混凝土黏結(jié)面黏結(jié)損傷的黏結(jié)-滑移關(guān)系

3.4.1高溫后鋼筋與混凝土的τ-s關(guān)系

將鋼筋與混凝土黏結(jié)面的黏結(jié)損傷演變D-s式(11a)～(11e)分別代入式(9)，在黏結(jié)損傷原理的基礎(chǔ)上，得出鋼筋與普通混凝土受髙溫作用后的黏結(jié)-滑移關(guān)系方程：

常溫下

(13a)

200 ℃時

(13b)

400 ℃時

(13c)

600 ℃時

(13d)

800 ℃時

(13e)

3.4.2高溫下鋼筋與混凝土的τ-s關(guān)系

將鋼筋與混凝土黏結(jié)面的黏結(jié)損傷演變D-s式(12a)～(12d)分別代入式(9)，在黏結(jié)損傷原理的基礎(chǔ)上，得出鋼筋與普通混凝土受髙溫作用下的黏結(jié)-滑移關(guān)系方程：

200 ℃時

(14a)

400 ℃時

(14b)

600 ℃時

(14c)

800 ℃時

(14d)

為驗證擬合黏結(jié)-滑移方程的準確性，將各組試驗的極限黏結(jié)強度的試驗值、計算值及計算值偏差均列于表3中。

表3 試驗偏差計算Table 3 Test deviation calculation

根據(jù)鋼筋與普通混凝土的黏結(jié)損傷理論，擬合得出高溫后及高溫下鋼筋與混凝土的τ-s關(guān)系方程。經(jīng)過試驗結(jié)果核算，計算值與試驗值吻合較好。與普通混凝土相比，再生混凝土與鋼筋的τ-s曲線變化類似，且在同種溫度和滑移量條件下，再生混凝土與鋼筋間的黏結(jié)強度略高于普通混凝土與鋼筋間的黏結(jié)強度，故再生混凝土與鋼筋的黏結(jié)滑移關(guān)系也可采用上述方程。經(jīng)試驗結(jié)果核算，計算值略低于試驗值，鋼筋與再生混凝土的試驗偏差均在-20%以內(nèi)。

4 結(jié)束語

1)在試驗過程中，兩類混凝土試件的破壞形態(tài)具體分為劈裂破壞和鋼筋拔出破壞兩種形式。經(jīng)過曲線變化規(guī)律可以將τ-s曲線的整個過程分為五個階段，即微滑移階段、滑移階段、劈裂破壞階段、應(yīng)力下降階段、殘余階段。

2)高溫對于兩種鋼筋混凝土的黏結(jié)性能都有很大程度的損傷，但高溫對于試件的極限滑移有所改變，溫度越高極限滑移就越大。綜合高溫后和高溫下的試驗結(jié)果并進行比較，同種試件在同一溫度下，高溫下的滑移峰值要大于高溫后的。

3)由于再生粗骨料較普通粗骨料的表面更粗糙且干燥，使骨料與水泥砂漿之間的黏結(jié)增強，且增強了混凝土與鋼筋間的咬合，進而增強了其與鋼筋之間黏結(jié)性能。各溫度階段再生混凝土(粗骨料取代率為100%)試件的極限黏結(jié)強度比普通混凝土試件的極限黏結(jié)強度略高。

4)經(jīng)過高溫下與高溫后的鋼筋混凝土黏結(jié)滑移試驗，得出鋼筋與混凝土的τ-s關(guān)系曲線，并根據(jù)黏結(jié)滑移損傷理論，采用曲線的回歸分析方法，擬合出鋼筋與混凝土分別在常溫、高溫下及高溫后的τ-s關(guān)系方程，并經(jīng)過試驗誤差核算，計算值與試驗值有一定的精確度。