立方体混凝土试件设计尺寸为150 mm*150 mm*150 mm,为模拟工程实际,保护层厚度选择30 mm.浇筑混凝土时,混凝土试件中添加适当浓度5%NaCl溶液.主要试验试件按凝土强度为C30的要求进行配比浇筑,浇筑完成后养护28 d.养护后实测混凝土抗压强度平均值为29.86 MPa.经试验确定的混凝土配合比情况见表1.钢筋选用直径18 mm的变形钢筋,测得变形钢筋的初始屈服强度平均值为245.7 MPa.

表1 试件混凝土配合比
Tab.1 Test block concrete mix ratio

为避免局部应力过大导致试件破坏,本试验选取内径为22 mm的PVC塑料管套裹在钢筋的加载端,并在钢筋与PVC管的空隙中填充环氧树脂,以此模拟无粘结段.变形钢筋试件的无结段长度设为50 mm,粘结段长度共100 mm,如图1所示.

图1 变形钢筋拔出试件(单位:mm)
Fig.1 Pull-out of the deformed bar specimen(unit: mm)

为了准确获得荷载作用下钢筋应变分布,在混凝土浇筑前,采用线切割法将钢筋对半切开,并在所切割的钢筋内部开槽,凹槽尺寸为3 mm*6 mm,在槽内均匀粘贴应变片.每侧对称布置三个电阻应变片,间距为30 mm,用细径导线从钢筋内部引出,以便应变数据测量.应变片布置如图2所示.粘结固定应变片后将环氧树脂灌入凹槽,以保证应变片正常工作.

图2 槽内应变片布置
Fig.2 Groove strain gauge layout

图3 疲劳荷载与锈蚀复合作用试验装置
Fig.3 Composite test device for fatigue loading and corrosion

本次试验采用有限差分法^[13]计算试验各工况下所得钢筋应变数据,得出试验试件粘结段内各位置的应力值.以各试验组分级加载下计算所得粘结应力与的试验测得的滑移值,取平均值绘制粘结应力沿锚固长度分布图如图5所示.

图5 不同条件下粘结应力分布
Fig.5 Bond stress distribution under different conditions

(1)对于仅在疲劳作用下的试件,由于疲劳循环次数较少时对接触面的损伤较小,导致粘结应力最大值出现在近加载端.但随着预加疲劳循环次数增加,钢筋不断挤压肋前混凝土导致近加载端钢筋周围逐渐出现顺筋裂纹,粘结性能逐步退化,相比预加疲劳次数较少的试件,粘结应力由加载端向自由端传递的速度逐渐加快.

(2)对于仅在锈蚀作用下的试件,由于锈蚀程度较低,粘结中段的应变增长速度滞后于近加载端,因此,应变曲线出现明显台阶状; 但随着锈蚀程度增加,粘结应力迅速向自由端传递,近自由端的粘结应力达到最大值,此时充分发挥了自由端的粘结力,同时粘结中段至自由端的粘结应力增长速度变缓,台阶逐渐消失,分析其原因是钢筋的锈蚀产物充分发挥了其膨胀产生的径向力,导致粘结应力达到极值.但随着锈蚀程度增加,锈蚀产物逐渐剥落,粘结应力开始迅速下降,且下降速度远大于疲劳组试件.

(3)单一影响因素作用下的试件粘结应力分布基本呈“单峰”状,复合工况下试件的粘结应力分布出现两次极值,粘结应力分布曲线呈“双峰 状; 相较于仅在疲劳或锈蚀的单一影响因素下的粘结应力,复合作用后粘结应力分别下降了约37.14%(对比疲劳组)、54.23%(对比锈蚀组).进一步分析产生双峰现象的原因是由于在疲劳荷载循环的同时,钢筋受到氯离子的侵蚀的作用,锈蚀产物的膨胀作用导致裂纹更早的萌发,因此锚固中段的粘结刚度迅速降低,出现第一次粘结应力极值.同时自由端钢筋一直处于负载状态,使得自由端的粘结强度得到小幅度强化,这导致了第二次极值的出现.

根据有限元差分法计算得到粘结应力,同时根据实测自由端滑移值,绘出粘结应力滑移曲线如图6所示.

(1)从图6(a)中发现,钢筋混凝土试件在预加荷载循环作用后其本构关系没有太大改变.粘结应力退化过程仍然分为三个阶段:弹性阶段、强化阶段、破坏阶段.试件在承受疲劳循环荷载时,当荷载达到最大值时,钢筋会混凝土造成挤压作用并产生相对滑动,导致裂缝萌发.当荷载降至最小值时,试件的挤压状态得到一定恢复,以此往复循环,最终形成一个较为光滑区域,因此,承受疲劳次数较多的试件滑移值增长较快.当该光滑区域的粘结强度不足以抵抗加载端传递而来的拉力时钢筋被拔出,并且在强化阶段三组试件的曲线斜率出现了一定的差别.

图6 不同条件下粘结应力 - 滑移曲线
Fig.6 Bond stress-slip curve under different conditions

(2)相较于参考试件,C-3试件粘结强度达到1.53 MPa时开始出现相对滑移,初始粘结强度增加了8.9%.这是由于锈蚀产物膨胀,增加了钢筋与混凝土的摩擦力,使得其粘结强度略有提高.当滑移达到0.23 mm时,试件逐渐出现裂纹,裂纹首先发生在加载端,随着荷载等级提高,裂纹逐渐向自由端延伸,粘结应力急剧下降.随着腐蚀程度的提高,锈蚀产物膨胀导致钢筋径向力增加,加速了裂纹的发展,逐渐脱落的锈蚀产物开始进入裂纹缝隙中,膨胀产生的径向力逐渐消失,同时,由于钢筋横肋的锈蚀导致钢筋与混凝土间的机械咬合力迅速衰减,使得极限粘结应力大幅度降低.从试验结果来看,当锈蚀率达到9%时,初始粘结强度和破坏时的滑移值较其他两组试件(C-3/C-6)有一定程度下降.初始粘结强度约为另两组的11.9%、16.8%; 破坏时的滑移约为两组的78.7%、87.6%.粘结滑移曲线由参考试件原有的三个阶段变为两个阶段:弹性阶段和强化阶段.由此可以发现当钢筋混凝土试件锈蚀严重时,钢筋与混凝土之间的粘结力下降速度较快,发生较小的位移时试件即会达到破坏状态.

(3)相较单一影响因素的情况,复合作用后试件粘结滑移曲线有较大的改变.对于复合作用下的试件,随着锈蚀程度和疲劳次数的增加,极限粘结应力较单一因素下(以疲劳组为例)分别下降了10.1%、15.7%、34.6%.随着荷载等级的增加,滑移量逐步增大,对于FC-3试件,当滑移值达到0.78 mm时,粘结强度达到极限粘结强度,随后出现劈裂迹象,粘结强度急剧下降,当滑移为0.96 mm时,试件发生劈裂破坏(见图7).对于FC-6和FC-9试件,其粘结滑移曲线未出现破坏阶段,即在达到极限粘结强度后直接发生剪切破坏(见图8),且破坏时的滑移量随锈蚀率及疲劳作用次数的增加而降低.相较单一因素作用下(以锈蚀组为例),破坏时滑移分别下降了11.80%、12.2%、6.2%.其原因为在疲劳荷载作用下,变形钢筋肋纹的斜上方逐渐产生微裂纹,随着疲劳次数的增加,裂纹不断向混凝土表面延伸,氯离子通过微裂纹形成的通道直接进入混凝土内部,氯离子扩散这一过程被迅速实现,进而加速了钢筋锈蚀的速率.在钢筋锈蚀后,锈蚀产物进入裂缝,锈蚀产物填充了缝隙使疲劳荷载更直接的传递到裂缝处,导致裂缝进一步扩展,因此在疲劳与锈蚀复合作用下,粘结性能退化速度远远大于单一因素作用.由此可以发现,复合作用中的两种因素之间具有放大效应,这加速了钢筋混凝土试件粘结性能的劣化.进一步分析,对比C-9与FC-9破坏时的滑移量发现,该组降幅与另两组相比较小.其原因是当锈蚀率达到一定程度,较小的滑移即会发生拔出破坏,由此说明钢筋混凝土试件粘结强度对锈蚀因素更加敏感.

不同影响因素下试件的破坏形态有一定差别,疲劳荷载多次循环后在加载端的初始阶段的小裂缝最终形成了贯穿整个试件的大裂缝,甚至有部分试件由钢筋位置向混凝土四周崩裂成多个小块,并伴随有较大的响声; 锈蚀钢筋试件并没有发生劈裂破坏,同时也没有清脆的响声,而是钢筋拔出时伴随着闷响的剪切破坏.

图7 劈裂破坏形态
Fig.7 Splitting failure morphology

图8 剪切破坏形态
Fig.8 Shear failure morphology