吳潔瓊，郭 莉，金 瀏，杜修力

(城市與工程安全減災教育部重點實驗室(北京工業(yè)大學)，北京 100124)

實際工程中，混凝土結構中鋼筋銹蝕具有非均勻性[1-2]，即離保護層近的一側(cè)鋼筋銹蝕更嚴重[3]并存在坑蝕等局部銹蝕現(xiàn)象[4]，已有研究表明鋼筋力學性能在均勻銹蝕和非均勻銹蝕兩種情況下是不同的[5-6]。另外，結構在服役期間承受彎矩和剪力的共同作用，現(xiàn)有黏結性能的研究多為拉拔試驗，而拉拔試驗中鋼筋與混凝土的應力狀態(tài)與實際工程結構不符[7]。鑒于此，有必要開展非均勻銹蝕鋼筋與混凝土黏結性能研究的梁式試驗(考慮彎矩和剪力共同作用)。

鋼筋銹蝕產(chǎn)物體積膨脹[8]，對周圍混凝土產(chǎn)生膨脹應力，當膨脹應力超過混凝土本身的抗拉能力時混凝土開裂[9]，鋼筋非均勻銹蝕引起的混凝土保護層銹脹開裂特征受到國內(nèi)外學者的廣泛關注。張白等[10]通過7組不同銹蝕率的中心拉拔試件，討論了試件表面最大銹脹裂縫寬度與質(zhì)量損失率的關系。Zhang等[11]對自然銹蝕的鋼筋展開研究，提出了混凝土銹脹開裂預測模型。林紅威等[12]通過電加速銹蝕模擬混凝土中鋼筋非均勻銹蝕(質(zhì)量損失率0%～15%)，發(fā)現(xiàn)銹脹裂縫寬度隨鋼筋質(zhì)量損失率的增加近似線性增加。

針對銹蝕鋼筋與混凝土的黏結強度劣化方面，國內(nèi)外學者已開展大量研究。Lin等[13]和王朝陽等[14]分別通過梁式試驗和拉拔試驗提出了基于質(zhì)量損失率的相對黏結強度退化模型。Tondolo[15]通過加速銹蝕后的鋼筋混凝土拉拔試件的試驗研究，發(fā)現(xiàn)鋼筋質(zhì)量損失率在0%～2%范圍內(nèi)，黏結強度基本保持不變。現(xiàn)有文獻在研究銹蝕與鋼筋混凝土黏結性能的關系時，未就鋼筋局部坑蝕等非均勻銹蝕特征展開分析；且對于實際工程結構，混凝土表面銹脹裂縫寬度較鋼筋質(zhì)量損失率更易獲取，而目前基于混凝土表面銹脹裂縫寬度的相對黏結強度退化模型有限。

因此，為模擬混凝土中鋼筋非均勻銹蝕以及結構承受彎矩和剪力共同作用的工作狀態(tài)，本文開展了8榀不同質(zhì)量損失率的鋼筋混凝土梁試件的黏結性能試驗研究，提出了混凝土表面最大銹脹裂縫寬度與鋼筋質(zhì)量損失率的相關關系，建立了銹蝕鋼筋與混凝土相對黏結強度退化模型，并給出了混凝土表面最大銹脹裂縫寬度與相對黏結強度的關系式。

1 試驗概況

1.1 試件設計

共澆筑8榀相同尺寸和配筋的鋼筋混凝土梁試件，試件尺寸及配筋情況見圖1。試件尺寸為1 500 mm×120 mm×200 mm。受拉鋼筋采用HRB400帶肋鋼筋，直徑為20 mm，屈服強度為454 MPa，極限強度為653 MPa，彈性模量為2.0×105MPa；箍筋采用HPB300光圓鋼筋，直徑為8 mm。梁試件兩側(cè)黏結區(qū)長度l均取7.5D(D為受拉鋼筋直徑)，即150 mm。非黏結區(qū)域采用PVC套管實現(xiàn)。在梁的兩端分別設置長100 mm的凹槽，以測量鋼筋應變以及鋼筋與混凝土之間的相對滑移。為了保證在電加速銹蝕過程中僅受拉鋼筋產(chǎn)生銹蝕，在試件澆筑前，對箍筋和架立筋表面涂抹環(huán)氧樹脂進行防銹蝕處理。混凝土采用C40商品混凝土，水膠比為0.39，配合比見表1，混凝土28 d立方體抗壓強度為42 MPa。

圖1 試件尺寸及配筋(mm)

表1 混凝土配合比

1.2 試驗過程

混凝土齡期28 d后，8榀鋼筋混凝土梁依次進行通電加速銹蝕、銹脹裂縫測量、黏結性能測試和鋼筋三維掃描。具體試驗步驟：

1)通電加速銹蝕：采用直流穩(wěn)壓電源進行通電加速銹蝕，見圖2。電源正極與受拉鋼筋相連，電源負極與寬度為10 mm的銅排連接(圖2(a))。受拉鋼筋(正極)與銅排(負極)之間的距離為混凝土保護層厚度(40 mm)。為了形成電解回路并保證空氣能與鋼筋充分接觸[16]，在試件黏結區(qū)表面外貼海綿并覆蓋塑料膜(圖2(b))，每天定時向海綿噴灑質(zhì)量分數(shù)為5%的NaCl溶液。由于銅排寬度小于受拉鋼筋直徑，銅排與鋼筋上各點間距離不同，導致電阻間距和混凝土阻力不同，使得鋼筋表面電流密度不同，從而產(chǎn)生非均勻銹蝕(圖2(c))。為了防止電流密度過大造成鋼筋銹蝕與自然狀態(tài)不符，電流密度取0.3 mA/cm2[17-18]。

圖2 加速銹蝕試驗

本文設計的4種質(zhì)量損失率見表2，通電時間根據(jù)法拉第定律計算。試件黏結破壞后，將銹蝕段(150 mm)鋼筋取出，進行酸洗、稱重，得到鋼筋的實際質(zhì)量損失率ρ為

表2 梁試件試驗參數(shù)

(1)

式中m0為鋼筋未銹蝕時的質(zhì)量，mt為銹蝕鋼筋除銹后的質(zhì)量。

2)銹脹裂縫測量：試件達到設計質(zhì)量損失率后停止通電，采用圖3所示的裂縫測寬儀(HC-CK103)測量梁試件黏結區(qū)底面混凝土表面的銹脹裂縫寬度。

圖3 混凝土表面銹脹裂縫觀測

3)黏結性能測試：采用電液伺服加載機對梁試件進行三點彎曲加載，見圖4。加載速率為0.5 mm/min。為了使鋼筋在梁的一端被拔出，在試件另一端采用與受拉鋼筋相匹配的三片式錨具將受拉鋼筋錨固。在梁試件上的2個凹槽處對受拉鋼筋分別粘貼2個鋼筋應變片；在試件的錨固端、自由端和兩個凹槽處，分別布置位移計1、2、4、5以測得鋼筋與混凝土之間的相對滑移，在梁跨中底部布置位移計(即位移計3)以測得加載過程中梁試件的跨中位移。假設黏結應力在黏結區(qū)內(nèi)均勻分布[19]，則平均黏結應力計算公式為

圖4 三點彎曲加載示意(mm)

(2)

式中：τ為黏結區(qū)的平均黏結應力；P為鋼筋拉拔力，由式(3)計算得出[19]；D為受拉鋼筋直徑；l為黏結區(qū)長度。

P=σA

(3)

式中：σ為鋼筋應力，當鋼筋處于線彈性階段時，σ=εE(ε為鋼筋應變；E為鋼筋彈性模量)；A為受拉鋼筋橫截面面積。試件加載時，受拉鋼筋處于線彈性階段，ε取試件凹槽處4個鋼筋應變片所測數(shù)據(jù)的平均值。

4)鋼筋三維掃描：試件黏結破壞后，將梁試件黏結區(qū)銹蝕鋼筋取出并除銹，采用工業(yè)級高精度三維掃描儀對銹蝕鋼筋進行掃描，得到銹蝕鋼筋的三維圖像，并將圖像導入Geomagic Wrap軟件中生成三維模型，測量銹坑參數(shù)(銹坑長度、寬度和深度)。

2 結果及討論

2.1 加載過程及破壞模式

本文不同銹蝕程度的鋼筋混凝土梁的應變-位移曲線差別不大。以A0組梁試件為例，見圖5。在加載初期，跨中位移較小，受拉鋼筋應變迅速增加；隨著加載的繼續(xù)，當跨中位移達到1.2 mm左右時，鋼筋應變增加的速度變緩；繼續(xù)加載至跨中位移達到約6.6 mm時，試件發(fā)生黏結破壞，鋼筋應變顯著降低。不同銹蝕程度的鋼筋混凝土梁試件破壞過程相似，且黏結破壞模式基本一致。以A2-1試件為例，見圖6。當試件加載至約45%峰值荷載時，鋼筋與混凝土未發(fā)生相對滑移；隨著荷載繼續(xù)增加至約70%峰值荷載時，鋼筋和混凝土之間開始發(fā)生相對滑動，黏結區(qū)梁側(cè)面混凝土表面出現(xiàn)斜裂縫；當外荷載逐漸增大至峰值荷載，斜裂縫逐漸變寬，受拉鋼筋連同周圍混凝土被拔出，試件發(fā)生黏結破壞。

圖5 應變-位移曲線

圖6 破壞模式

2.2 銹脹裂縫

在通電加速銹蝕之前，所有梁試件的混凝土表面未出現(xiàn)裂縫；通電加速銹蝕5 d后，所有梁試件黏結區(qū)底面的混凝土表面出現(xiàn)第一條清晰可見的銹脹裂縫(寬度約為0.06 mm)；隨著通電時間的增加，銹脹裂縫長度和寬度不斷增加。不同質(zhì)量損失率的梁試件黏結區(qū)底面混凝土表面的銹脹裂縫分布情況見圖7。

圖7 梁試件黏結區(qū)底面銹脹裂縫(mm)

由圖7可知，當質(zhì)量損失率為2.6%(A1-1)時，混凝土表面僅出現(xiàn)一條銹脹裂縫；當質(zhì)量損失率從3.0%(A1-2)增加到6.2%(A2-2)時，混凝土表面出現(xiàn)2～3條銹脹裂縫；當質(zhì)量損失率增加到8.3%(A3-2)和10.3%(A3-1)時，混凝土表面多條銹脹裂縫相互連接在一起，且混凝土保護層發(fā)生局部剝落。此外，當質(zhì)量損失率從2.6%增加到10.3%時，混凝土表面最大銹脹裂縫寬度從0.09 mm增加到1.66 mm，即最大銹脹裂縫寬度隨鋼筋質(zhì)量損失率的增加而顯著增大。

最大銹脹裂縫寬度與鋼筋質(zhì)量損失率的關系曲線見圖8，圖中R2為擬合曲線與試驗點的擬合優(yōu)度?？梢?，混凝土表面最大銹脹裂縫寬度隨質(zhì)量損失率的增加近似呈對數(shù)增長，計算公式為

ρ=0.03ln(19wmax)

(4)

式中ρ為質(zhì)量損失率，wmax為混凝土表面最大銹脹裂縫寬度。

圖8還給出了式(4)計算值與文獻[13,19]試驗值的對比，其中文獻[13,19]的試驗研究中鋼筋均發(fā)生非均勻銹蝕。式(4)計算值與文獻[13]試驗值吻合良好。然而，式(4)計算值比文獻[19]試驗值偏高，這主要是由于文獻[19]中箍筋發(fā)生了銹蝕而式(4)是基于本文箍筋未銹蝕情況得到的。此外，考慮到安全性問題，通過試件表面最大銹脹裂縫寬度預測鋼筋的質(zhì)量損失率時，對上述模型乘以1.5倍的安全系數(shù)[20]為宜。

圖8 最大銹脹裂縫寬度與質(zhì)量損失率的關系

2.3 鋼筋非均勻銹蝕形態(tài)

鋼筋混凝土梁黏結破壞后，觀察內(nèi)部鋼筋，發(fā)現(xiàn)箍筋幾乎無銹蝕，受拉鋼筋表現(xiàn)出與自然銹蝕近似的非均勻銹蝕形態(tài)：縱截面上存在深淺不一的銹坑；橫截面上離保護層近的一側(cè)鋼筋銹蝕更嚴重。文獻[21]研究表明，自然狀態(tài)下銹蝕鋼筋的最大銹坑深度是平均銹坑深度的2.5倍。通過三維掃描軟件測試本文鋼筋銹坑的長度、寬度和深度，發(fā)現(xiàn)鋼筋最大銹坑深度是平均銹坑深度的2.3倍?？梢姡疚碾娂铀黉P蝕試驗較好地模擬了鋼筋在自然環(huán)境中的非均勻銹蝕形態(tài)。

2.3.1 銹坑分布

銹蝕鋼筋的三維掃描圖像見圖9，包括離混凝土保護層近側(cè)(a面)和遠側(cè)(b面)的掃描圖像?？梢姡煌|(zhì)量損失率下鋼筋的坑蝕特征顯著不同。當質(zhì)量損失率為2.6%和3.0%時，鋼筋a面的銹坑個數(shù)約為10個且銹坑長度較小(< 2 mm)，鋼筋b面幾乎無銹坑。當質(zhì)量損失率增加到5.3%和6.2%時，鋼筋a面銹坑數(shù)增加到約15個，且銹坑沿長度方向擴展至相連，這與文獻[5]研究結果類似；此時鋼筋b面出現(xiàn)銹坑，但坑蝕尺寸較小(約1 mm)。當質(zhì)量損失率達到8.3%和10.3%時，鋼筋a面銹坑數(shù)未增加(約15個)，但銹坑長度顯著增大(約20 mm)；且此時鋼筋b面銹坑長度可達5 mm。此外，由圖9可知，本文鋼筋銹坑形態(tài)主要包括半圓球體、旋轉(zhuǎn)拋物體和半橢球體等，這與文獻[22]采用的銹坑簡化模型(半橢球體)類似。

圖9 銹蝕鋼筋三維掃描

2.3.2 銹坑尺寸

鋼筋銹坑總長度、總寬度和總深度的變化情況見圖10?？梢姡S著質(zhì)量損失率的增加，銹坑的總長度、總寬度和總深度均呈現(xiàn)增加的趨勢。具體來說，質(zhì)量損失率從2.6%增加到10.3%，銹坑總長度從20.96 mm增加到89.23 mm(增加了68.27 mm)，銹坑總寬度從14.07 mm增加到54.28 mm(增加了40.21 mm)，銹坑總深度從2.08 mm增加到12.06 mm(增加了9.98 mm)，即隨著質(zhì)量損失率的增加，銹坑總長度變化最顯著?；诖?，本文提出了非均勻銹蝕系數(shù)α來表征鋼筋銹蝕的非均勻性，并將其定義為鋼筋銹坑總長度與黏結區(qū)鋼筋長度的比值。

圖10 銹坑尺寸

非均勻銹蝕系數(shù)α與質(zhì)量損失率的關系見圖11。當擬合優(yōu)度為0.96，兩者關系式為

圖11 非均勻銹蝕系數(shù)與質(zhì)量損失率的關系

α=6ρ

(5)

基于式(5)，可對某一給定質(zhì)量損失率下的鋼筋銹蝕的非均勻性進行評估。

2.4 黏結-滑移曲線

加載過程中錨固端滑移(即位移計1)為0 mm，因此位移計5測得的數(shù)據(jù)即為鋼筋與混凝土自由端的相對滑移。不同質(zhì)量損失率下鋼筋與混凝土的黏結-滑移(自由端滑移)曲線見圖12?？梢娰|(zhì)量損失率對銹蝕鋼筋與混凝土黏結應力-滑移曲線的形狀影響不大。在加載初期黏結應力不斷增加，但鋼筋與混凝土相對滑移增加并不顯著；當黏結應力達到最大，試件發(fā)生黏結破壞，此時對應的峰值滑移為0.08～0.31 mm；繼續(xù)加載時，黏結應力逐漸降低，鋼筋與混凝土相對滑移顯著增加。

圖12 黏結應力-滑移曲線

黏結應力與質(zhì)量損失率的關系見圖13。一方面，銹蝕對試件的黏結強度(即最大黏結應力)影響顯著，隨著質(zhì)量損失率的增加，黏結強度顯著降低，相較于未銹蝕試件，質(zhì)量損失率為2.6%、3.0%、5.3%、6.2%、8.3%和10.3%的梁試件黏結強度分別降低了8%、7%、12%、15%、28%和29%。另一方面，質(zhì)量損失率對試件的殘余黏結強度也有較大影響，質(zhì)量損失率從0%增加至10.3%，殘余黏結強度從5.72 MPa降低為2.72 MPa(降低了52.4%)。

圖13 黏結應力與質(zhì)量損失率的關系

2.5 相對黏結強度退化模型

鋼筋與混凝土黏結強度影響因素較多，混凝土強度和保護層厚度等均會對黏結強度產(chǎn)生顯著影響。因此，本文利用未銹蝕試件的黏結強度對不同質(zhì)量損失率的黏結強度進行歸一化處理，即定義相對黏結強度Rτ為銹蝕鋼筋混凝土黏結強度與未銹蝕鋼筋混凝土黏結強度的比值。

2.5.1 基于質(zhì)量損失率的相對黏結強度退化模型

根據(jù)本文試驗結果，圖14給出了基于質(zhì)量損失率的相對黏結強度退化模型，計算公式為

圖14 基于質(zhì)量損失率的相對黏結強度退化模型

Rτ= e-3ρ

(6)

文獻[23-26]提出的相對黏結強度退化模型見表3?？梢?，式(6)與其他學者提出的模型在公式形式上具有一致性。式(6)計算值與文獻[14,19,27-32]試驗值的對比見圖15。計算值和文獻[14,19,27-32]試驗值的誤差基本都在30%[33]以內(nèi)，即式(6)可以給出合理的預測值。

表3 其他學者提出的相對黏結強度退化模型

圖15 基于質(zhì)量損失率的相對黏結強度退化模型驗證

此外，研究表明，混凝土未產(chǎn)生銹脹裂縫之前，銹蝕產(chǎn)物體積膨脹引起鋼筋與混凝土間摩擦力增加，黏結強度與未銹蝕試件相比略有提高。但當混凝土表面出現(xiàn)銹脹裂縫后，黏結強度較未銹蝕試件顯著降低[34]。本文試驗中最小質(zhì)量損失率的試件表面已出現(xiàn)銹脹裂縫，因此，測得的相對黏結強度均 < 1.0。本文提出的基于質(zhì)量損失率的相對黏結強度退化模型(式(6))，未考慮銹脹開裂前銹蝕產(chǎn)物體積膨脹對黏結強度的增強作用。

2.5.2 基于混凝土表面最大銹脹裂縫寬度的相對黏結強度退化模型

如2.2節(jié)所述，對于實際工程中的鋼筋混凝土結構，鋼筋質(zhì)量損失率和銹蝕特征等較難獲取，而混凝土表面最大銹脹裂縫寬度是鋼筋銹蝕的直觀反應且易測量，因此，將2.2節(jié)提出的質(zhì)量損失率與最大銹脹裂縫寬度關系式(4)，代入到質(zhì)量損失率與相對黏結強度的關系式(6)中，得到基于混凝土表面最大銹脹裂縫寬度的相對黏結強度退化模型為

(7)

利用式(7)，可通過結構表面的損傷特征(銹脹裂縫寬度)對結構的相對黏結強度進行評估。式(7)計算值與文獻[27,35]試驗值的對比見圖16，其中文獻[27,35]中鋼筋均發(fā)生非均勻銹蝕。可以發(fā)現(xiàn)，式(7)計算值與文獻[27]試驗值吻合較好。當銹脹裂縫較小時，式(7)計算值與文獻[35]試驗值吻合良好，但當銹脹裂縫較大時，式(7)計算值比試驗值偏高，這可能是由于文獻[35]中試件未配置箍筋造成的。另外，圖16還給出了基于歐洲規(guī)范[20]所得的最大銹脹裂縫寬度與相對黏結強度變化范圍的關系?？梢姡畲箐P脹裂縫寬度> 0.70 mm時，式(7)計算值與規(guī)范建議值吻合良好，但最大銹脹裂縫寬度較小時(< 0.70 mm)，計算值較規(guī)范建議值偏低，文獻[34]將其歸結為箍筋的影響。

圖16 基于最大銹脹裂縫寬度的相對黏結強度退化模型驗證

2.6 鋼筋銹蝕形態(tài)對相對黏結強度的影響

為了比較不同銹蝕形態(tài)(即鋼筋非均勻銹蝕和均勻銹蝕)對相對黏結強度的影響，表4給出了文獻[32]中均勻銹蝕試件的試驗數(shù)據(jù)，與本文提出的基于非均勻銹蝕試件相對黏結強度(式(7))的計算值進行對比，發(fā)現(xiàn)基于非均勻銹蝕公式(7)計算的黏結強度是均勻銹蝕試件黏結強度試驗值的85%，即相較于均勻銹蝕，非均勻銹蝕會對鋼筋與混凝土的黏結強度產(chǎn)生更加不利的影響。

表4 與文獻[32]均勻銹蝕試驗值的對比

3 結 論

通過8榀不同銹蝕程度(質(zhì)量損失率0%～10.3%)的鋼筋混凝土梁的試驗(通電加速銹蝕、銹脹裂縫測量、黏結性能測試和鋼筋三維掃描)，研究了非均勻銹蝕對鋼筋與混凝土黏結性能的劣化規(guī)律，得到以下結論：

1)鋼筋銹蝕產(chǎn)物體積膨脹引起混凝土保護層銹脹開裂，當質(zhì)量損失率較低(2.6%)時，梁試件表面僅出現(xiàn)一條銹脹裂縫，隨著質(zhì)量損失率的增加，銹脹裂縫的數(shù)量和寬度增加，并逐漸互聯(lián)互通，甚至發(fā)生保護層局部剝落；混凝土表面最大銹脹裂縫寬度隨鋼筋質(zhì)量損失率的增加呈對數(shù)增加。

2)混凝土保護層近側(cè)鋼筋表面的銹坑個數(shù)和尺寸顯著大于保護層遠側(cè)鋼筋表面；鋼筋質(zhì)量損失率增加到10.3%，可引起銹坑總長度、總寬度和總深度分別顯著增加了68.27、40.21、9.98 mm，即相較于銹坑總寬度和總深度，銹坑總長度隨質(zhì)量損失率的增加變化最顯著。

3)基于試驗結果，建立了非均勻銹蝕鋼筋與混凝土的相對黏結強度退化模型；結合鋼筋質(zhì)量損失率與混凝土表面最大銹脹裂縫寬度的關系，提出了基于混凝土表面最大銹脹裂縫寬度的相對黏結強度計算模型，并驗證了模型的有效性。