高温对钢筋与混凝土黏结性能影响的试验研究

2021-05-07周立琛李雅宁李晓东

工业建筑 2021年1期

周立琛刘利李雅宁李晓东魏晓肖瑶

(1.青岛理工大学土木工程学院, 山东青岛 266033； 2.山东水利职业学院, 山东日照 276826)

在实际工程中，火灾一直都是钢筋混凝土结构的重大威胁因素之一。由于高温环境的影响，引起钢筋与混凝土间黏结滑移的变化，对建筑结构的极限承载能力和结构耐久性产生不利影响。近年来，国内外学者对高温环境下钢筋混凝土的黏结性能做了多方面研究，文献[1-5]分别讨论研究了高温后钢筋锚固长度、配箍率、冷却方式、加载制度及高温环境对钢筋与混凝土的黏结性能的影响。金宝等通过扫描电镜试验等进行了微观试验研究，研究了高温后钙质骨料混凝土强度与结构微观变化的关系[6]。文献[7-9]介绍了对再生混凝土中钢筋的拔出试验和模拟分析，获得了钢筋与再生混凝土间的黏结滑移破坏特征同钢筋与普通混凝土间的黏结破坏特征基本类似的结论。

鉴于高温环境钢筋与混凝土黏结性能的退化机理复杂，目前对钢筋与混凝土在高温下及高温后的黏结性能的损伤规律的研究还不够全面。本研究通过对同等强度等级的普通混凝土和再生混凝土立方体试件的中心拉拔试验，研究高温下及高温后黏结性能的损伤规律，并分析高温环境影响下钢筋与混凝土界面剪应力-位移的关系。

1 试验概况

1.1 试验设计

试验设计并制作44个普通混凝土和再生混凝土(粗骨料取代率为100%)立方体试件，试件的具体分组情况见表1。混凝土立方体试块的设计尺寸均为150 mm×150 mm×150 mm，试件的制作采用强度等级为P·O 42.5的水泥，粗骨料采用普通天然石灰岩质粗骨料和再生混凝土粗骨料，粗骨料粒径均为5～26.5 mm。普通混凝土和再生混凝土水灰比为0.66、0.79，水泥∶砂∶石的配合比为1∶1.96∶2.94。试件所用直径为14 mm的HRB500变形钢筋，并将钢筋埋置在试块中心位置，不对其配置箍筋。试件中心位置配置总长度550 mm钢筋，钢筋埋置深度为150 mm，钢筋端部的有效锚固长度为70 mm，在剩余钢筋与混凝土无黏结作用的区域用无黏性材料包裹钢筋作为阻隔，用石棉包裹上部裸露在高温炉内的钢筋，对裸露钢筋做隔热处理。在钢筋有效黏结中心位置设置热电偶温度测量点，并将热电偶埋置于此，试件详图见图1。

表1 试验分组Table 1 Test grouping

括号内为试件编号方法；高温后为试件经预设高温环境后自然冷却至室温后进行的试验，高温下为在预设高温环境下进行的试验。

图1 试件详图 mmFig.1 Specimen details

1.2 试验装置及加载方案

试验装置分别采用MTS E45.305型电子万能试验机进行加载；采用MTS TestSuite软件进行力和位移的数据采集；采用GWX-1100型电加热高温箱、GWX-1100型电炉控制器HMI操控模式进行温度控制；采用K型热电偶和Agilent34980A进行实时温度采集。

如图2试验加载装置所示，试验由MTS E45.305电子万能试验机从试件的钢筋顶端施加荷载，通过钢筋与混凝土之间的黏结作用将力传递给混凝土，试件用耐高温反力支架固定在MTS试验机底座。试验机横梁的移动速度为0.001 mm/s，通过MTS TestSuite软件采集横梁位移(横梁位移即钢筋位移)和荷载值的数据。钢筋与混凝土黏结部位的温度通过Agilent34980A进行数据采集，炉内温度由GWX-1100电炉控制器控制，当炉内温度从常温达到设定温度后，炉内温度保持恒定，恒温时间约1 h后，钢筋与混凝土黏结处的温度趋于稳定且与炉温基本一致，此时黏结处温度比炉温设计温度低大约20～30 ℃，炉内升温曲线详见图3。

1—MTS万能试验机; 2—夹具; 3—电热丝; 4—试件; 5—石棉; 6—固定支架; 7—K型热电偶。图2 试验加载装置Fig.2 Loading devices

图3 炉内平均升温曲线Fig.3 Heating curves of average temperatures in furnaces

2 试验结果和τ-s曲线分析

2.1 曲线滑移量修正

试验中的黏结应力假设为钢筋与混凝土的平均黏结应力，算式见式(1)：

(1)

式中：τ为平均黏结应力;F为拉拔力;d为钢筋直径;la为钢筋的黏结锚固长度。

试验过程中钢筋的拔出位移(即钢筋与混凝土相对滑移的测量值)由MTS试验机的横梁控制，通过MTS TestSuite软件可以精确测得。由于钢筋与混凝土的实际相对滑移值是一个微小的变量，为提高试验结果的准确度，需考虑测量值中包含的钢筋弹性变形量，根据式(2)对测量值进行修正。

(2)

式中：Δs为钢筋变形量,mm;Fi为各级拉拔力,kN;l为钢筋未锚固处至夹具底端距离,mm;E为弹性模量，MPa;A为钢筋截面面积,mm2。

因此加载端的实际滑移量s为：

s=s′-Δs

(3)

式中：s′为钢筋实测滑移量。

2.2 τ-s曲线

通过整合分析常温下及高温后试验数据，得出钢筋与混凝土之间的黏结应力(τ)和滑移量(s)两者的关系曲线，如图4所示。

a—P3、R3(常温下); b—P3、R3(200 ℃高温后); c—P3、R3(400 ℃高温后); d—P3、R3(600 ℃高温后); e—P3、R3(800 ℃高温后)。图4 P3、R3类试件的τ-s曲线Fig.4 The τ-s curves of P3 and R3 specimens

通过整合分析高温下试验数据，得出钢筋与混凝土之间的黏结应力(τ)和滑移量(s)两者的关系曲线，如图5所示。

普通钢筋混凝土试件和再生混凝土试件的峰值黏结应力在不同高温影响后，均有不同程度降低。可将试件在高温影响后的τ-s曲线详细划分为五个阶段：微滑移阶段、滑移阶段、劈裂破坏阶段、应力下降阶段、残余阶段[10]。

微滑移阶段：在对试件初始加载时，此时拉拔力较小，钢筋和混凝土之间的相对滑移极小，此阶段钢筋混凝土之间的作用力主要为化学胶结力，可认为曲线呈线性关系增长。

滑移阶段：随着外荷载的增加，钢筋与混凝土间的作用力也随之增加，两者之间的滑移量也随之增大，化学胶结逐渐破坏，化学胶结力也随之消失，此阶段钢筋与混凝土之间的黏结作用力主要为摩阻力和机械咬合力，此时τ-s曲线呈非线性关系增长。

劈裂破坏阶段：随着外荷载的增加，钢筋与混凝土之间作用力(机械咬合力和摩阻力)也随之增加，当钢筋肋与混凝土之间的挤压力增大到混凝土试件的环向拉应力承受的极限值，致使混凝土开裂，裂缝继续沿钢筋径向向四周延伸至试件表面，发生劈裂破坏，此时τ-s曲线逐渐达到峰值。

应力下降阶段：τ-s曲线在达到峰值之后，随之进入下降阶段。在这一阶段，随着两者间滑移的增加，黏结应力本阶段初期下降较快，随后下降变得较为平缓。

a—P3、R3(高温下200 ℃); b—P3、R3(高温下400 ℃); c—P3、R3(高温下600 ℃); d—P3、R3(高温下800 ℃)。图5 高温下P3、R3类试件的τ-s曲线Fig.5 The τ-s curves of P3 and R3 specimens in high temperatures

残余阶段：在机械咬合力完全丧失后，此阶段钢筋与混凝土之间只有摩擦力，τ-s曲线较为平缓下降，直至钢筋从试件中全部拔出。

2.3 极限黏结强度和峰值滑移

表2为两类混凝土试件分别在高温后及高温下各高温阶段的极限黏结强度比(各高温环境试验极限黏结强度与常温下试验极限黏结强度之比)。

表2 高温后、高温下极限黏结强度比Table 2 Ultimate bonding strength ratiosafter and in high temperatures

结合图4、图5以及表2分析可得：试验温度从常温升高到800 ℃时，普通混凝土、再生混凝土与钢筋在高温后及高温下的极限黏结强度均呈逐渐降低的趋势，而钢筋与混凝土之间的相对滑移峰值随着温度的升高有所增加。试验温度在200 ℃时，P3、R3组试件的极限黏结强度与常温时相比，高温后分别损伤了40%、39%，高温下分别损伤了47%、48%；试验温度在400 ℃时，P3、R3组试件的极限黏结强度与常温时相比，高温后分别损伤了60%、56%，高温下分别损伤了54%、56%；试验温度在600 ℃时，P3、R3组试件的极限黏结强度与常温时相比，高温后分别损伤了79%、78%，高温下分别损伤了71%、68%；试验温度在800 ℃时，P3、R3组试件的极限黏结强度与常温时相比，高温后分别损伤了88%、85%，高温下分别损伤了85%、84%。

图6为普通混凝土和再生混凝土试件在不同高温环境影响下，其极限黏结强度随温度升高而变化的曲线。图7为不同类别混凝土试件在不同高温环境影响下，其峰值滑移值随温度升高的变化曲线。

图6 P3、R3类试件钢筋与混凝土的极限黏结强度Fig.6 Ultimate bonding strength of steel bars and concrete for specimens P3 and R3

图7 P3、R3类试件钢筋与混凝土的极限滑移位移Fig.7 Ultimate slip displacement between steel bars and concrete for specimens P3 and R3

试验表明：试件在高温后及高温下的极限黏结强度随温度的升高均逐渐降低，而极限滑移量却随着温度的升高逐渐增加。相同温度条件下，同一类型混凝土试件在高温下的滑移峰值比高温后的滑移峰值大，且高温下曲线的上升段和下降段相比高温后的较平缓。

两种类型混凝土相比，钢筋与再生混凝土的极限黏结强度略高，这与文献[9]的结论一致。其原因为再生粗骨料较普通粗骨料的表面更粗糙且干燥，致使骨料与水泥砂浆之间的黏结增强，且增强了混凝土与钢筋间的咬合，因而增强了其与钢筋之间黏结性能。

3 黏结-滑移关系方程

3.1 钢筋与混凝土的黏结损伤模型

通过上述试验数据所得到的钢筋混凝土的τ-s曲线，分析钢筋与混凝土黏结面的损伤过程，建立钢筋与混凝土黏结-滑移的应力-应变关系。钢筋与混凝土之间的损伤变量是依据黏结性能参数来定义的，当黏结材料无损伤时，此时黏结面的黏结性能参数为B，当材料处于损伤状态时黏结面的黏结性能参数为ΔB，定义损伤变量[11]计算式：

(4)

式中：D为损伤变量，当黏结面没有损伤时，ΔB=B，此时0

根据τ-s曲线上的曲线斜率(τ/s)来定义黏结性能参数[12]。试验初始时期，外荷载值较小，该阶段中钢筋与混凝土未发生相对滑移，钢筋与混凝土黏结面无损伤，τ-s曲线呈线性关系增长，此时黏结性能参数为常数B。随着外荷载的增加，钢筋的滑移量也逐渐增加, 该阶段钢筋与混凝土的黏结损伤逐渐增大，τ-s曲线斜率逐渐减小，此时黏结性能参数ΔB逐渐减小。定义黏结性能参数B、黏结应力τ与黏结滑移值s间的关系为：

τ=Bs

(5)

根据式(5)和应变等效原理，即黏结面材料受到损伤(D≠0)时，在有效应力作用下产生的应变与同种材料没有损伤(D=0)时发生的应变等效，假定受损材料在黏结应力作用下的滑移量与没有受损时的滑移量相等，可得：

(6)

将式(6)与式(4)相结合，可得:

(7)

即

τ=s(1-D)B=ΔBs

(8)

根据黏结损伤理论，可建立钢筋与混凝土黏结-滑移关系：

(9)

式中：s0为损伤发生点位移。

整理式(9)得到损伤变量的计算式：

(10)

3.2 D-s曲线

3.2.1高温后的D-s曲线

本文2.2节中将高温下的τ-s曲线详细划分为5个阶段，根据各阶段的曲线变化规律及试验具体数据拟合钢筋与混凝土的黏结-滑移关系方程。因本次试验结果显示钢筋分别与再生混凝土、普通混凝土的黏结-滑移曲线变化规律大致相同，且钢筋与再生混凝土间的黏结强度相比与同条件下普通混凝土的黏结强度略高，故本文具体仅以普通混凝土为例。

首先确定常温及高温后钢筋与混凝土没有发生相对滑移时的黏结性能参数B：常温下，将τ-s曲线0～0.07 mm间的斜率定义为B=48.98 N/mm3；200 ℃时，将τ-s曲线0～0.07 mm间的斜率定义为B=34.55 N/mm3；400 ℃时，将τ-s曲线0～0.09 mm间的斜率定义为B=14.75 N/mm3；600 ℃时，将τ-s曲线0～0.16 mm间的斜率定义为B=9.18 N/mm3；800 ℃时，将τ-s曲线0～0.17 mm间的斜率定义为B=5.95 N/mm3。

根据式(10)得出D-s关系曲线，如图8所示。

—常温； —200 ℃； —400 ℃；—600 ℃； —800 ℃。图8 高温后P3类钢筋混凝土试件的D-s关系曲线Fig.8 D-s relation curves of reinforced concrete specimens P3 after high temperature

普通混凝土试件分别在常温、200,400 ℃进行拉拔时，试件均发生劈裂破坏；在600,800 ℃进行试验时，均发生钢筋拔出破坏。钢筋拔出过程中，随着钢筋滑移量的增加，黏结损伤变量也随之增加。D-s中损伤变量D最大时对应的相对滑移s为滑移峰值。

图9为R3类钢筋与再生混凝土试件分别在常温、200,400,600,800 ℃后进行拉拔试验，拟合得到的D-s关系曲线。通过与图8进行对比，可知高温后再生混凝土试件的D-s关系曲线与普通混凝土试件基本相似。

—常温； —200 ℃； —400 ℃；—600 ℃； —800 ℃。图9 高温后R3类钢筋混凝土试件的D-s关系曲线Fig.9 D-s relation curves of reinforced concrete specimens R3 after high temperatures

3.2.2高温下的D-s曲线

同上述情况，以普通混凝土为例。根据式(10)得出P3、R3类混凝土的D-s关系曲线，如图10所示。

—200 ℃； —400 ℃； —600 ℃； —800 ℃。图10 高温下P3类钢筋混凝土试件的D-s关系曲线Fig.10 D-s relation curves of reinforced concrete specimens P3 in high temperatures

图11为R3类混凝土试件分别在200，400，600，800 ℃下的D-s关系曲线。对比图10可以发现，高温下的再生混凝土与钢筋的D-s关系曲线与普通混凝土的基本相似。

—200 ℃； —400 ℃； —600 ℃； —800 ℃。图11 高温下R3类钢筋混凝土试件的D-s关系曲线Fig.11 D-s relation curves of reinforced concrete specimens R3 in high temperatures

3.3 损伤演变方程

参考中南大学张凤维的损伤曲线分析方法[13]，观察分析损伤滑移曲线的特点，将各高温环境下钢筋与普通混凝土的D-s曲线分三段，采用对数函数进行曲线回归分析,分别以曲线曲率的初始增加点和损伤曲线趋缓的拐点为分界点,最终拟合得到D-s损伤方程。高温后钢筋与普通混凝土的D-s损伤方程如下：

常温时

(11a)

200 ℃时

(11b)

400 ℃ 时

(11c)

600 ℃时

(11d)

800 ℃时

(11e)

高温下钢筋与普通混凝土的D-s损伤方程如下：

200 ℃时

(12a)

400 ℃时

(12b)

600 ℃时

(12c)

800 ℃时

(12d)

3.4基于钢筋与混凝土黏结面黏结损伤的黏结-滑移关系

3.4.1高温后钢筋与混凝土的τ-s关系

将钢筋与混凝土黏结面的黏结损伤演变D-s式(11a)～(11e)分别代入式(9)，在黏结损伤原理的基础上，得出钢筋与普通混凝土受髙温作用后的黏结-滑移关系方程：

常温下

(13a)

200 ℃时

(13b)

400 ℃时

(13c)

600 ℃时

(13d)

800 ℃时

(13e)

3.4.2高温下钢筋与混凝土的τ-s关系

将钢筋与混凝土黏结面的黏结损伤演变D-s式(12a)～(12d)分别代入式(9)，在黏结损伤原理的基础上，得出钢筋与普通混凝土受髙温作用下的黏结-滑移关系方程：

200 ℃时

(14a)

400 ℃时

(14b)

600 ℃时

(14c)

800 ℃时

(14d)

为验证拟合黏结-滑移方程的准确性，将各组试验的极限黏结强度的试验值、计算值及计算值偏差均列于表3中。

表3 试验偏差计算Table 3 Test deviation calculation

根据钢筋与普通混凝土的黏结损伤理论，拟合得出高温后及高温下钢筋与混凝土的τ-s关系方程。经过试验结果核算，计算值与试验值吻合较好。与普通混凝土相比，再生混凝土与钢筋的τ-s曲线变化类似，且在同种温度和滑移量条件下，再生混凝土与钢筋间的黏结强度略高于普通混凝土与钢筋间的黏结强度，故再生混凝土与钢筋的黏结滑移关系也可采用上述方程。经试验结果核算，计算值略低于试验值，钢筋与再生混凝土的试验偏差均在-20%以内。