關(guān)華深，林剛

(1.廣東電網(wǎng)有限責(zé)任公司江門供電局，廣東江門529000; 2中國能源建設(shè)集團(tuán)廣東省電力設(shè)計(jì)研究院，廣州 510613)

工程施工技術(shù)

腐蝕鋼筋與混凝土之間的黏結(jié)強(qiáng)度模型

關(guān)華深1，林剛2

(1.廣東電網(wǎng)有限責(zé)任公司江門供電局，廣東江門529000; 2中國能源建設(shè)集團(tuán)廣東省電力設(shè)計(jì)研究院，廣州 510613)

鋼筋在混凝土中腐蝕后，混凝土與鋼筋之間的粘結(jié)性能退化，混凝土和鋼筋不能很好地協(xié)調(diào)工作。論文基于Tepfers模型，建立腐蝕鋼筋與混凝土間黏結(jié)強(qiáng)度理論模型，首先建立混凝土與未腐蝕時(shí)鋼筋之間的黏結(jié)強(qiáng)度的理論公式，接著考慮腐蝕鋼筋對(duì)黏結(jié)模型的影響，建立腐蝕鋼筋與混凝土的黏結(jié)強(qiáng)度的理論模型。

腐蝕;鋼筋;Tepfers;黏結(jié)強(qiáng)度

【DOI】10.13616/j.cnki.gcjsysj.2016.09.038

1 引言

混凝土材料作為一種工程材料，在相當(dāng)長(zhǎng)的一段時(shí)間內(nèi)，混凝土被認(rèn)為是耐久性良好的材料，混凝土材料耐久性問題被忽視，從而導(dǎo)致混凝土耐久性研究的相對(duì)滯后，并為此付出了巨大的代價(jià)。鋼筋腐蝕導(dǎo)致混凝土結(jié)構(gòu)在設(shè)計(jì)使用年限內(nèi)過早的喪失功能、退役，已成為世界上普遍關(guān)注且日益嚴(yán)重的問題。Mehta教授[1]指出：“混凝土結(jié)構(gòu)破壞原因，按其重要可排如下：鋼筋腐蝕、寒冷氣候下冰凍災(zāi)害、侵蝕環(huán)境下的物理化學(xué)反應(yīng)”。

混凝土與鋼筋之間的黏結(jié)性能是鋼筋混凝土組成復(fù)合材料共同協(xié)調(diào)工作的前提，這種黏結(jié)力使得混凝土與鋼筋之間可以有效地傳遞應(yīng)力并協(xié)調(diào)變形，因此，研究腐蝕后混凝土與鋼筋之間的黏結(jié)模型是評(píng)估腐蝕鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)承載能力的前提條件[2]。

鋼筋腐蝕對(duì)鋼筋和混凝土之間黏結(jié)性能的影響機(jī)理可以歸納為：鋼筋腐蝕后會(huì)在其界面生成一層疏松的腐蝕層，破壞混凝土膠體與鋼筋之間的化學(xué)膠合力，降低了鋼筋與混凝土之間的摩擦性能；鋼筋腐蝕產(chǎn)生的銹脹壓力導(dǎo)致保護(hù)層開裂、剝落，減弱了保護(hù)層對(duì)鋼筋的約束作用；加肋鋼筋橫肋的腐蝕，減少了鋼筋與混凝土的咬合面積，從而降低鋼筋與混凝土間的機(jī)械咬合力。

本文建立腐蝕鋼筋與混凝土間黏結(jié)強(qiáng)度理論模型，首先建立未腐蝕時(shí)鋼筋與混凝土的黏結(jié)強(qiáng)度的理論模型，然后考慮腐蝕對(duì)黏結(jié)性能的不良作用，腐蝕鋼筋與混凝土黏結(jié)強(qiáng)度的理論模型。

2 變形鋼筋與混凝土間的黏結(jié)強(qiáng)度模型

Tepfer[3]分析了未腐蝕時(shí)變形鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度的關(guān)聯(lián)情況。

Tepfers未開裂塑性模型忽略了混凝土軟化行為，而部分開裂彈性模型則忽略了混凝土開裂后的殘余強(qiáng)度。考慮到混凝土是一種應(yīng)變軟化材料，因此，鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度應(yīng)該位于部分開裂彈性模型計(jì)算的極限強(qiáng)度值和未開裂塑性模型計(jì)算的極限強(qiáng)度值之間。該模型考慮混凝土保護(hù)層徑向應(yīng)力達(dá)到抗拉強(qiáng)度后的軟化行為和殘余強(qiáng)度，并采用非線性正交各向異性模型來模擬混凝土主應(yīng)力方向的力學(xué)行為。圖1顯示了Tepfers塑性未開裂模型、部分開裂彈性模型和本文發(fā)展的模型求解的鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度與試驗(yàn)測(cè)試值的對(duì)比，其中,試驗(yàn)數(shù)據(jù)來自文獻(xiàn)[4]，Tepfers和Olsson[5]基于拔出黏結(jié)試驗(yàn)指出錐楔角與鋼筋變形肋外形有關(guān)。可以看出，按照塑性未開裂模型計(jì)算的劈裂黏結(jié)強(qiáng)度為真實(shí)劈裂黏結(jié)強(qiáng)度的上限，按照部分開裂彈性模型計(jì)算的劈裂黏結(jié)強(qiáng)度為真實(shí)劈裂黏結(jié)強(qiáng)度的下限，而本模型計(jì)算的劈裂黏結(jié)強(qiáng)度正好穿過這些試驗(yàn)數(shù)據(jù)的中間，和試驗(yàn)數(shù)據(jù)吻合得較好，表明了本模型的可行性和準(zhǔn)確性。

圖1 劈裂黏結(jié)強(qiáng)度試驗(yàn)值與各種模型預(yù)測(cè)值的比較

3 腐蝕鋼筋與混凝土間的極限黏結(jié)強(qiáng)度模型

腐蝕鋼筋與混凝土間的黏結(jié)強(qiáng)度對(duì)腐蝕鋼筋混凝土構(gòu)件承載力的評(píng)估，起著關(guān)鍵的作用。腐蝕鋼筋混凝土構(gòu)件黏結(jié)力的狀況，決定著腐蝕鋼筋混凝土構(gòu)件的受力性能，影響其承載力大小和破壞模式。在鋼筋腐蝕的初期，鋼筋腐蝕所產(chǎn)生的銹脹壓力使混凝土對(duì)鋼筋的包裹作用加強(qiáng)，對(duì)鋼筋與混凝土之間的極限黏結(jié)強(qiáng)度是有益的。隨著鋼筋腐蝕量的增加，混凝土中水泥凝膠體與鋼筋表面的化學(xué)膠合力不斷下降，混凝土保護(hù)層在銹脹壓力作用下逐漸開裂，保護(hù)層對(duì)鋼筋的包裹作用減弱；鋼筋腐蝕產(chǎn)物進(jìn)一步堆積影響了混凝土與鋼筋之間的摩擦系數(shù)；再加上鋼筋變形肋的不斷腐蝕，橫肋與混凝土的接觸面積減少，減弱了橫肋與混凝土間的機(jī)械咬合作用，此外橫向箍筋的腐蝕，減弱了箍筋對(duì)保護(hù)層的約束和包裹作用，導(dǎo)致混凝土與鋼筋間黏結(jié)強(qiáng)度降低。

Coronelli[6]利用彈性地基梁模型建立了腐蝕鋼筋與混凝土間黏結(jié)性能的理論公式，將極限黏結(jié)強(qiáng)度分為3部分：

式中，τcp為鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度；τad為混凝土中水泥凝膠體與鋼筋表面的化學(xué)膠和力；τcor為銹脹壓力產(chǎn)生的黏結(jié)強(qiáng)度。分別表示如下：

式中，μ為鋼筋與混凝土之間的摩擦系數(shù)；pcor為銹脹壓力；n為變形鋼筋橫截面上肋的個(gè)數(shù)；Arx為腐蝕后鋼筋橫肋面積；fcohx為水泥凝膠體與鋼筋的膠結(jié)強(qiáng)度；φ為變形鋼筋的肋面傾角；α為錐楔擠壓面傾角；Dx為腐蝕鋼筋的直徑，Dx=D-2x,其中，x為鋼筋腐蝕深度；S1為橫肋間距，取S1=0.6D。

在Coronelli模型中，箍筋和開裂保護(hù)層的包裹與約束作用取自于試驗(yàn)結(jié)果，而非理論模型預(yù)測(cè)，因此，需要對(duì)Coronelli模型加以改進(jìn)。腐蝕鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度的計(jì)算，將基于徐有鄰提出的微觀黏結(jié)強(qiáng)度模型，并考慮腐蝕后鋼筋的不良作用，建立腐蝕鋼筋與混凝土間的劈裂黏結(jié)強(qiáng)度模型。

徐有鄰[7]按照混凝土內(nèi)裂縫開展和臨界受力狀態(tài)情況，將未腐蝕鋼筋與周邊混凝土的黏結(jié)-滑移全過程依次分為4個(gè)階段，分別為微滑段、劈裂段、極限段和殘余應(yīng)力段。根據(jù)上述4個(gè)階段黏強(qiáng)度模型，由力學(xué)平衡條件可求出鋼筋變形肋上的擠壓力和摩阻力與破壞面上的應(yīng)力關(guān)系，然后借助Ottosen強(qiáng)度破壞準(zhǔn)則求出變形肋的作用力，最后根據(jù)力學(xué)平衡求出各個(gè)階段的黏結(jié)強(qiáng)度。

在本章中，將基于徐有鄰的微觀模型計(jì)算腐蝕鋼筋與混凝土之間的劈裂強(qiáng)度。圖2顯示鋼筋與混凝土之間黏結(jié)滑移過程中劈裂狀態(tài)下的微觀受力模型。

圖2 徐有鄰微觀模型示意圖

徐有鄰認(rèn)為，混凝土劈裂時(shí)，斜裂縫沿著β方向發(fā)展至約2倍橫肋高度處后停滯（圖2c中A點(diǎn)），斜裂縫傾角，如圖2 c所示。

隨著腐蝕產(chǎn)物的積累，最終肋前的錐狀堆積楔將會(huì)全部由銹蝕產(chǎn)物組成，錐狀楔界面上的摩擦作用將變?yōu)?[8]。在徑向壓力作用下，混凝土保護(hù)層的環(huán)向拉應(yīng)力沿厚度呈梯形分布，由于鋼筋腐蝕后混凝土保護(hù)層龜裂、剝落甚至脫層，保護(hù)層對(duì)鋼筋的約束與包裹作用降低，因此，通過引進(jìn)有效保護(hù)厚度來考慮這種約束與包裹作用的下降，Ce定義如下：

式中，Rc為等效厚壁圓筒外半徑；Ru為混凝土保護(hù)層內(nèi)切向應(yīng)變到達(dá)混凝土受拉極限應(yīng)變?chǔ)舥=0.02的位置距鋼筋中心的距離。

在式(4)中限定Ce≥3hx是因?yàn)槠茐狞c(diǎn)A與鋼筋表面的距離為3hx，且當(dāng)混凝土有效保護(hù)層厚度為3hx時(shí)，極限黏結(jié)強(qiáng)度已有很大的下降，混凝土保護(hù)層對(duì)鋼筋的約束和包裹作用已基本喪失。運(yùn)用Ottosen四參數(shù)強(qiáng)度準(zhǔn)則可以求解鋼筋橫肋面上的擠壓力，Ottosen準(zhǔn)則表述如下：

式中，a,b均為常數(shù)，λ為確定偏平面破壞的函數(shù)。求出鋼筋橫肋上的擠壓力px后，由px和fpx產(chǎn)生的劈裂黏結(jié)強(qiáng)度為：

將式(6)代入式(1)，可以求出無箍筋約束腐蝕鋼筋與混凝土極限黏結(jié)強(qiáng)度。

Al-Sulaimani等[9]制作了中心分別埋置直徑為10mm、20mm變形鋼筋的混凝土立方塊試件。通直流電對(duì)鋼筋加速腐蝕，利用中心拔出試驗(yàn)，測(cè)試了不同腐蝕程度下鋼筋混凝土的黏結(jié)強(qiáng)度。圖3和圖4分別顯示了不同組試件在不同腐蝕程度下鋼筋與混凝土之間黏結(jié)強(qiáng)度理論計(jì)算值與試驗(yàn)值的對(duì)比?？梢钥闯?，腐蝕鋼筋與混凝土間極限黏結(jié)強(qiáng)度分為三部分，其中，化學(xué)膠合力提供的黏結(jié)強(qiáng)度比較小，并且隨著腐蝕程度的加深，其值不斷減小。在腐蝕初期，銹脹壓力隨著鋼筋腐蝕的進(jìn)行逐漸增加，當(dāng)混凝土開裂區(qū)半徑大約為混凝土保護(hù)層厚度3/4時(shí)，銹脹壓力達(dá)到最大值，此后銹脹壓力逐漸變小。從圖中可以看出，銹脹壓力產(chǎn)生的黏結(jié)強(qiáng)度與銹脹壓力發(fā)展的歷程較為類似。在腐蝕初期，銹脹壓力產(chǎn)生的黏結(jié)強(qiáng)度增加，但當(dāng)腐蝕發(fā)展到一定程度時(shí)，銹脹壓力產(chǎn)生的黏結(jié)強(qiáng)度變小。在混凝土保護(hù)層切向應(yīng)變未達(dá)到混凝土受拉極限應(yīng)變?chǔ)舤u時(shí)，腐蝕鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度基本上保持恒定，當(dāng)混凝土保護(hù)層切向應(yīng)變達(dá)到混凝土受拉極限應(yīng)變后εtu，有效保護(hù)層厚度變薄，混凝土對(duì)鋼筋的約束和包裹作用減弱，腐蝕鋼筋與混凝土劈裂強(qiáng)黏結(jié)度降低。從圖3和圖4可以看出，不同腐蝕程度下腐蝕鋼筋與混凝土極限黏結(jié)強(qiáng)度理論預(yù)測(cè)值與試驗(yàn)值吻合得較好，證明了本文建立的腐蝕鋼筋與混凝土間黏結(jié)強(qiáng)度模型準(zhǔn)確性和有效性。

圖3 極限黏結(jié)強(qiáng)度隨腐蝕程度的變化與A l-Sul ai m ani試驗(yàn)(10m m)對(duì)比

圖4 極限黏結(jié)強(qiáng)度隨腐蝕程度的變化與A l-Sul ai m ani試驗(yàn)(20m m)對(duì)比

趙羽習(xí)和金偉良[10]制作了中心埋置直徑為12mm變形鋼筋，通過電化學(xué)對(duì)鋼筋加速腐蝕，利用中心拔出試驗(yàn)，測(cè)試了不同腐蝕程度下鋼筋與混凝土間黏結(jié)強(qiáng)度。圖5顯示了不同腐蝕程度下腐蝕鋼筋與混凝土間極限黏結(jié)強(qiáng)度試驗(yàn)值和理論預(yù)測(cè)值的對(duì)比，吻合得不錯(cuò)，進(jìn)一步證明了本文提出的腐蝕鋼筋與混凝土間黏結(jié)強(qiáng)度理論模型可靠性和有效性。

圖5 極限黏結(jié)強(qiáng)度隨腐蝕程度的變化與趙羽習(xí)試驗(yàn)(12m m)對(duì)比

4 結(jié)語

本文建立了未腐蝕變形鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度理論模型，與試驗(yàn)數(shù)據(jù)和Tepfers模型預(yù)測(cè)值對(duì)比，發(fā)現(xiàn)Tepfers塑性模型未考慮混凝土開裂后軟化行為，預(yù)測(cè)的黏結(jié)強(qiáng)度為試驗(yàn)值的上限；Tepfers部分開裂彈性模型未考慮混凝土開裂后殘余強(qiáng)度，預(yù)測(cè)的黏結(jié)強(qiáng)度為試驗(yàn)值的下限，而本模型預(yù)測(cè)的極限黏結(jié)強(qiáng)度則與試驗(yàn)值吻合得較好，表明了本章建立的未腐蝕變形鋼筋與混凝土間劈裂黏結(jié)強(qiáng)度理論模型的有效性。

【1】MehtaPK.DurabilityofConcrete—Fifty Years of Progress[J].ACI Special Publication,1991（126）:1-32.

【2】Auyeung Y,Balaguru P,Chung L.Bondbehavi or of corroded reinforcementbars[J].ACIMaterialsJournal,2000,97(2):214-220.

【3】TepfersR.Cracking of concrete cover along anchored deformed reinforcingbars[J].MagazineofConcreteResearch,1979,31(106):3-12.

【4】王傳志,滕志明.鋼筋混凝土結(jié)構(gòu)理論[M].北京:中國建筑工業(yè)出版社,1985.

【5】TepfersR,Olsson PA.Ringtestfor evaluation of bondpropertiesof reinforcingbars[M].Riga,Latvia，1992.

【6】CoronelliD.Corrosion cracking and bond strength modeling for corrodedbarsinreinforcedconcrete[J].ACIStructuralJournal,2002,99 (3):267-276.

【7】徐有鄰.變形鋼筋-混凝土黏結(jié)錨固性能的試驗(yàn)研究[D].北京:清華大學(xué)土木工程系,1990.

【8】Wang X H,Liu X L.Bond strength modeling for corroded reinforcements[J].ConstructionandBuildingMaterials,2006,20(3): 177-186.

【9】Al-sulaimani GJ,Kaleemullah M,BasunbulIA,etal.Influence of corrosionandcrackingonbondbehaviorandstrengthofreinforced concretemembers[J].ACIStructuralJournal,1990,87(2):220-231.

【10】趙羽習(xí),金偉良.銹蝕鋼筋與混凝土黏結(jié)性能的試驗(yàn)研究[J].浙江大學(xué)學(xué)報(bào)(工學(xué)版),2002,36(4):352-356.

The Bond Strength Model Between Corrode Rebar and Concete

GUANHua-shen1,LIN Gang2
（1.JiangmenPowerSupplyBureauofGuangdongPowerGridCo.Ltd.,Jiangmen 529000,China；2.GuangdongElectricPowerDesignInstitute,ChinaEnergyEngineeringGroupCo.Ltd.,Guangzhou 510663,China）

Reinforcement corrosion in concrete has been identified as one of themost predominant degradationmechanismsin reinforced concrete (RC) structures,which leads to loss of concrete-steel bond strength。In this paper, a theoreticalmodelbased Tepfers model is established to evaluate the bond strength of corroded reinforcement. First the bond strength modelbetween the original rebar and the concrete has been established, then the effect of corrosion has been considered in thetheoreticalbondmodel.

corrosion;rebar;Tepfers;bondstrength

TU502+.6;TU528.571

A

1007-9467（2016）09-0136-04

2016-03-21

關(guān)華深（1977～），男，廣東江門人，高級(jí)工程師，從事工程技術(shù)研究，（電子信箱）guan56789@126.com。