賈恒瑞，陳宗平,2，陳俊睿

(1. 廣西大學土木建筑工程學院，南寧 530004；2. 廣西大學工程防災與結構安全教育部重點實驗室，南寧 530004)

鋼管再生混凝土是指將再生骨料混凝土填充在鋼管內部，與外包鋼管協(xié)同工作形成的組合受力構件。其優(yōu)勢在于，采用再生混凝土替代普通混凝土可以有效緩解環(huán)境污染、天然資源緊缺等問題，符合綠色可持續(xù)發(fā)展的要求，同時外圍鋼管的約束能有效改善再生骨料混凝土強度和彈性模量低、耐久性差等問題，從而使其兼具普通鋼管混凝土承載力高、剛度大和抗震性能好的優(yōu)點，具有良好的應用前景[1-7]。

鋼管與再生混凝土界面間的黏結滑移性能是二者協(xié)調工作的基礎，也是構件整體性能尤其是抗震性能的重要組成部分。針對常溫條件下鋼管再生混凝土的界面黏結滑移性能，國內外學者開展了一系列研究，并取得了一些重要成果。薛曉楠等[8]以取代率及界面黏結長度為變化參數(shù)，對8 根鋼管再生骨料混凝土柱進行了推出試驗，結果表明極限黏結強度隨著取代率的增大而增大；初始滑移黏結強度隨著黏結界面長度的增加有小幅增加，而極限黏結強度隨著黏結界面長度的增加有下降趨勢。陳宗平等[9]采用服役滿50 年的混凝土作為再生粗骨料來源，完成了25 根鋼管再生混凝土短柱試件的靜力推出試驗，結果表明加載端和自由端的荷載滑移全過程曲線具有相似性，但自由端的初始滑移發(fā)展較晚；鋼管縱向應變在加載初期和加載末期分別呈負指數(shù)分布和線性分布，實測強度較名義黏結強度大；對比得到圓形試件的黏結性能優(yōu)于方形試件；圓形試件的黏結強度隨骨料取代率的變化具有一定的波動性；方形試件的黏結強度隨取代率的增大而略為增大；黏結強度隨混凝土強度的升高而增強，隨長徑比的增加而有所減弱。徐金俊等[10]和陳宗平等[11]分別通過對圓及方圓兩種鋼管再生混凝土試件的靜力推出試驗，分析了界面間的黏結失效機理；揭示了界面黏結應變和黏結力的分布規(guī)律并給出了常溫下界面黏結強度的計算方法。

火災作為一種比較常見且極具破壞性的災害，對建筑結構安全及人民生命財產(chǎn)安全有著巨大的威脅，研究建筑材料及構件火災后的性能變化規(guī)律具有很大的現(xiàn)實意義。針對高溫后鋼管混凝土的界面黏結性能，國內外學者也進行了一些研究。陳宗平等[12]以混凝土強度等級、歷經(jīng)溫度和界面黏結長度為變化參數(shù)對17 個鋼管高強混凝土試件進行了高溫后的推出試驗，結果表明界面黏結強度隨歷經(jīng)溫度的升高先增大后減小、隨混凝土強度等級的提高逐漸增大；黏結損傷的發(fā)生隨歷經(jīng)溫度的升高有所推遲。Tao 等[13]對64 根鋼管混凝土柱進行了高溫后的抗拔試驗，得出了火災暴露時間從90 min 延長到180 min 時界面黏結強度會先降低而后有所恢復；圓形柱比方形柱具有更高的界面黏結強度；界面黏結強度隨橫截面尺寸的增加而降低；粉煤灰類型、水灰比等對鋼管自密實混凝土的界面黏結強度有影響；鋼管自密實混凝土的界面黏結強度與鋼管普通混凝土相當?shù)戎匾Y論。然而，針對高溫后鋼管再生混凝土界面黏結滑移性能的研究幾乎仍屬空白，且已有的相關研究少有涉及界面黏結損傷的發(fā)展演變過程分析、高溫后界面黏結強度的計算方法及黏結滑移本構方程。為此，本文設計并完成了20 個鋼管再生混凝土試件高溫后的靜力推出試驗，來揭示高溫后鋼管再生混凝土的界面黏結性能變化規(guī)律，并為鋼管再生混凝土結構構件火災后的界面承載力評估及仿真模擬提供理論基礎。

1 試驗概況

1.1 試件制作及參數(shù)設計

本試驗以再生粗骨料取代率(0%、25%、50%、75%、100%)和試件最高經(jīng)歷溫度(20 ℃、200 ℃、400 ℃、600 ℃)為變化參數(shù)，設計了20 個鋼管再生混凝土試件。所用鋼管均采用外徑為140 mm，高度為450 mm，壁厚為3 mm 的Q345 級直焊縫圓鋼管；水泥全部采用海螺牌P.O32.5 普通硅酸鹽水泥；再生粗骨取自廢棄的C30 混凝土塊經(jīng)過破碎篩分后得到的顆粒級配為5 mm～31.5 mm 的連續(xù)級配粗骨料，其表觀密度為2614 kg/m3；吸水率為4.38%；天然粗骨料選用普通碎石；細骨料選用河砂。再生混凝土的配合比見表1。

表1 再生混凝土配合比Table 1 Proportions of recycled aggregate concrete

拌制再生混凝土時，先對粗、細骨料進行預拌和后，再分次加入混凝土攪拌機中與水泥一起加水攪拌，以保證再生粗骨料、普通粗細骨料在混凝土中分布的均勻性。澆筑前，在鋼管的一端預留一段長50 mm 的空鋼管作為后續(xù)推出試驗的自由端，并在預留的空鋼管段處，沿鋼管長度方向切割出一條寬1 cm 的豎縫，并在該豎縫底部預埋一根外伸細鋼棒使其與試件自由端的混凝土表面平行，并在鋼棒上焊一塊矩形鐵片使其與試件自由端的混凝土表面平行，以便后續(xù)加載時用百分表對外伸鋼棒的位移進行測量。對于鋼管的另一端，在澆筑時保證混凝土表面與鋼管截面平齊以作為試件的加載端。此外對不同再生粗骨料取代率的混凝土依照標準試驗方法預留3 個標準立方體試塊，在澆筑工作完成后與試件一起在標準條件下養(yǎng)護28 d。各試件的詳細設計參數(shù)見表2，試件尺寸示意圖如圖1 所示。

圖1 試件示意圖 /mmFig. 1 Schematic diagram of specimens

表2 試件設計參數(shù)及黏結性能指標Table 2 Design parameters and bonding performance index of specimens

1.2 試驗裝置及試驗方法

高溫試驗設備選用RX3-45-9 工業(yè)箱型電阻爐，在高溫試驗正式開始前預先對該設備進行多次升溫及恒溫功能測試，測得該設備工作時的爐內實際溫度與儀表顯示溫度的差值在±10 ℃以內，且在溫度升至目標溫度后開始進行恒溫時，爐內溫度可以保持穩(wěn)定，設備整體精度及工況穩(wěn)定程度均良好。

正式試驗時，首先將試件立置于高溫爐內，以確保試件在高溫試驗全過程中均勻受熱。待準備工作就緒后，關閉爐門開始進行高溫試驗，高溫試驗過程中每隔2 min 對儀器溫控表上的溫度數(shù)據(jù)進行一次記錄，當溫度升高到試件相應的設計最高經(jīng)歷溫度后開始保持恒溫。恒溫時間參考GB 50016-2014《建筑設計防火規(guī)范》(2018 版)設定為60 min。恒溫結束后，切斷電源并開啟爐門，待試件冷卻至室溫后取出放置地面留待后續(xù)進行推出試驗。高溫試驗所采用的高溫爐設備及試驗升溫過程曲線如圖2 所示。

圖2 升溫爐及升溫過程曲線Fig. 2 Heating furnace and curves of heating process

靜力推出試驗設備選用RMT-201 型力學試驗機，試驗前先在作動器上方的試件托座上固定一個長方形鋼片，便于試件加載端的位移的測量。在試件的加載端處放置一塊30 mm 厚面積略小于核心混凝土截面積的圓形鋼墊板，來確保加載時加載端為核心混凝土單獨受壓。在試件自由端處設置面積大于試件截面積的方形鋼墊板使外部圓鋼管單獨受壓。

進行加載試驗前，事先將試件兩端打磨平整，以確保試件兩端表面與加載裝置二者的接觸面能夠保持緊貼。并且每次正式加載前都要進行2 次預加載(峰值荷載計算值的10%)，來減小荷載偏心和儀器接觸問題引起的誤差。試件加載端和自由端核心混凝土的滑移量通過利用圖3 中的百分表1 和百分表2 分別量測鋼片以及外伸鋼棒的位移的方式來獲取。加載速率設置0.002 mm/s，當試件的荷載-滑移曲線下降段的曲線斜率開始為0，即曲線開始進入水平段時即停止加載。加載試驗示意圖如圖3 所示。

圖3 加載試驗示意圖Fig. 3 Schematic diagram of loading test

2 試驗結果

2.1 高溫試驗后的試件的表觀現(xiàn)象

經(jīng)歷高溫自然冷卻后的鋼管再生混凝土試件及再生混凝土試塊均無明顯破損現(xiàn)象，試件外部鋼管的顏色隨經(jīng)歷溫度升高而逐漸加深，其顏色變化依次為：黃棕色、淺棕色、棕色以及紅棕色。試件端部的再生混凝土以及再生混凝土試塊隨經(jīng)歷溫度升高的顏色變化依次為：灰白色、灰色、青灰色以及淺棕色。經(jīng)歷溫度400 ℃≤T≤600 ℃的再生混凝土表面出現(xiàn)了少量細微的溫度裂縫。高溫作用后的鋼管再生混凝土試件及再生混凝土試塊，分別如圖4 和圖5 所示(在圖5 中使用黑色阿拉伯數(shù)字對混凝土裂縫出現(xiàn)的主要區(qū)域進行了編號示意，并在裂縫附近使用紅色細線指示出了裂縫的開展軌跡)。

圖4 高溫作用后的試件Fig. 4 Specimens after high temperature

圖5 高溫作用后的試塊Fig. 5 Blocks after high temperature

2.2 高溫后的試件的材料性能

根據(jù)《混凝土結構試驗方法與標準》(GB 50152-92)，在壓力試驗機上對高溫后的再生混凝土試塊進行立方體軸心抗壓強度試驗。

鋼材拉伸試驗參考《金屬拉伸試驗法》(GB 50152-98)，在與試件相同批次的鋼材中截取長度為400 mm 的標準試件并在拉力試驗機(WA-600)上進行。同變化參數(shù)的標準試塊及試件以3 個為一組，在計算時取平均值，最終得到試驗所用的再生混凝土的立方體抗壓強度fcu、鋼材的屈服強度fy及極限抗拉強度fu，見表3。

表3 高溫后的材料性能Table 3 Material properties after high temperature

2.3 靜力推出試驗現(xiàn)象

在加載初期，鋼管與混凝土之間無相對滑移產(chǎn)生。當荷載增大到0.2Pu～0.3Pu(Pu為峰值荷載)時，試件加載端首先出現(xiàn)滑移，并逐漸向自由端延伸。加載到0.5Pu左右時，試件的鋼管表面在環(huán)向應力及縱向界面黏結力的合力作用下，出現(xiàn)與鋼管軸線成正負交叉的45°滑移線并伴隨有“咔嗞，咔嗞”的響聲，當荷載到達峰值荷載Pu后加載端和自由端的滑移量均開始迅速增大。停止加載后觀察各試件的加載端，可見核心混凝土整體向自由端方向有3 mm～6 mm 的滑移，混凝土表面完整性較好但和鋼管的接觸面有一定程度的脫離。加載試驗后部分試件加載端的情況如圖6 所示。

圖6 加載后試件加載端的情況Fig. 6 The loading end of the specimens after loading

2.4 荷載-滑移曲線

各試件加載端和自由端的荷載-滑移曲線(P-S曲線)如圖7(a)～圖7(d)所示。如圖7 所示，在靜力推出荷載作用下，試件加載端和自由端的P-S曲線形態(tài)相似，其中加載端的初始滑移發(fā)生地相對較早，600 ℃時這種差異最明顯。這是因為，在對核心混凝土施加靜力推出荷載時，試件加載端附近的界面最先承受荷載，因而率先出現(xiàn)界面黏結損傷并逐漸積累，宏觀上就表現(xiàn)為界面滑移的出現(xiàn)。隨著荷載的逐漸增大，界面黏結損傷不斷累積并逐漸向自由端延伸，因此自由端的滑移發(fā)生相對較晚。此外，當試件的經(jīng)歷溫度較高時鋼管與核心混凝土在受熱前后的脹縮變形量也會更大，混凝土在受熱膨脹時會產(chǎn)生溫度裂縫，經(jīng)歷溫度越高裂縫的數(shù)量及寬度就越大，這些裂縫在冷卻收縮時無法完全恢復而鋼管的變形基本能夠完全恢復，導致鋼管的收縮量更大而對核心混凝土形成一定的“箍緊作用”，經(jīng)歷溫度為600 ℃時這種“箍緊作用”相對更強，從而延緩了界面損傷及滑移向自由端的傳遞。

圖7 加載端的荷載-滑移曲線Fig. 7 Load-slip curves of loading end

依據(jù)P-S曲線的形態(tài)特點來定義曲線的特征點參數(shù)：Pu/MPa 為峰值荷載；Pr/MPa 為殘余荷載(P-S曲線的由下降段進入水平滑移段時的荷載)；S0.7/mm 為P-S曲線上升段中0.7Pu的點所對應的滑移量；Sz/mm 為P-S曲線斜率首次為0 時的點所對應的滑移量；Sd/mm 為P-S曲線越過峰值荷載后斜率首次為負值時的點所對應的滑移量；Sr/mm 為殘余荷載Pr所對應的滑移量。各試件荷載-滑移曲線的特征點參數(shù)取值見表4。

表4 試件特征值Table 4 Characteristic values of specimens

按特征點將各試件的P-S曲線分段,將經(jīng)歷溫度T≤400 ℃和T=600 ℃兩類曲線分別簡化為如圖8(a)、圖8(b)所示的典型曲線。二類曲線的主要差異在于：在最終進入水平滑移段之前，T≤400 ℃試件的P-S曲線會依次經(jīng)歷線性上升、減速上升、平緩下降三個階段，分別如圖8(a)中的OA、AB、BC段所示；而T=600 ℃試件的P-S曲線在減速上升后會先經(jīng)歷一段水平滑移段之后再進入下降段，分別如圖8(b)中的BC、CD段所示。

圖8 典型荷載-滑移曲線示意圖Fig. 8 Schematic diagram of typical load-slip curve

根據(jù)文獻[11 - 16]中的論述：鋼管與核心混凝土之間的黏結力主要由化學膠結力、摩阻力以及機械咬和力三部分組成。基于此對試件P-S曲線的各階段進行分析：

1)線性上升段：此階段對應加載初期，滑移量較小且發(fā)展緩慢，此時的滑移可能是核心混凝土受壓而產(chǎn)生變形以及界面原始空隙被壓實的結果，這也是初期P-S曲線有一小段斜率增大即界面黏結抗剪剛度有所增大的原因。而后P-S曲線會出現(xiàn)一段斜率基本保持不變的區(qū)段，這是因為加載初期界面處混凝土的裂縫比較少，界面黏結損傷不大，因此黏結抗剪剛度無明顯退化。

2)減速上升段：當荷載增大到0.7Pu附近時，曲線的上升段斜率開始逐漸減小。這是因為隨著推出荷載的增大，界面處混凝土的裂縫不斷增多并逐漸連通擴寬，導致界面黏結抗剪剛度隨之降低。在此過程中雖然化學膠結力的作用逐漸減弱，但隨著界面處的變形與混凝土的開裂破碎，機械咬合力和摩阻力的作用會逐漸凸顯，因而P-S曲線仍處于上升段。

3)平緩下降段：對于經(jīng)歷溫度T≤400 ℃的試件來說，當荷載越過峰值荷載Pu后，P-S曲線斜率會迅速變?yōu)樨撝挡⑦M入下降段。這是因為機械咬合力和摩阻力的作用雖然在滑移初期會隨著界面的滑移和變形逐漸增大。但當滑移量和損傷累積到一定程度時，界面上的凸起可能突然發(fā)生斷裂并被逐漸磨平，其所提供的機械咬合力也會隨之大幅削減，當這種失效大面積出現(xiàn)時，P-S曲線斜率就會出現(xiàn)負值。

值得注意的是經(jīng)歷溫度T=600 ℃試件的峰值荷載明顯高于T≤400 ℃的試件，且其峰值荷載后的水平段相對更長。這是因為,經(jīng)歷溫度較高時，鋼管對核心混凝土的“箍緊作用”會相對更強，二者受熱前后的脹縮變形量及變形差也會相對更大，導致接觸面上形成許多凹凸變形，從而使摩阻力和機械咬合力得到增強。此外，相對于其他T=600 ℃的試件來說，RCST-20 試件(γ=100%)的P-S曲線形態(tài)與圖8(b)中的典型曲線形態(tài)吻合程度較低。這是因為再生粗骨料內部存在許多初始的微裂紋等缺陷，這會影響骨料和水泥漿形成的原始界面，使混凝土在受熱膨脹時更易產(chǎn)生裂紋。其次，再生骨料的吸水率相對較高的特性會使骨料附近的水分相對更多，造成該區(qū)域在高溫作用下與周圍的溫差較大而更易產(chǎn)生溫度裂縫，當再生骨料離黏結界面較近時，裂縫就有可能延伸至界面處從而導致黏結強度的削弱，這些因素導致其界面上的應力相對難以長久維持在峰值應力附近，從而導致RCST-20 試件的峰值荷載后的水平段明顯較短，反映在圖8(b)的典型曲線中就是“B點、C點”比較接近，但并未重合。

4)水平滑移段：隨著界面凸起相繼被磨平以及界面的不平整處逐漸被破碎磨細的混凝土顆粒填平，機械咬合力和摩阻力的作用逐漸減弱，界面摩擦系數(shù)也逐漸趨于穩(wěn)定，界面黏結隨之逐漸過渡到主要由摩阻力來提供黏結力的情況，因此兩類P-S曲線最終均會進入水平滑移段。

3 黏結性能

3.1 界面黏結性能指標

高溫后鋼管與再生混凝土界面間的黏結性能指標主要包括：極限黏結強度τu、殘余黏結強度τr、界面黏結抗剪剛度Ke、耗能量W(各黏結性能指標的定義詳見后述)；各試件黏結性能指標的實測數(shù)據(jù)見表2。

3.2 界面黏結強度

參考相關文獻[17 - 20]對鋼管再生混凝土的界面黏結強度進行定義：將與極限荷載Pu和殘余荷載Pr相對應的界面剪切應力分別定義為極限黏結強度τu和殘余黏結強度τr，相應的計算公式如下：

式中：τ/MPa 為黏結強度；P/kN 為推出荷載；C/mm 為鋼管與核心混凝土接觸界面的周長；La/mm 為界面黏結長度。

將試驗數(shù)據(jù)代入式(1)、式(2)計算得到各試件的極限黏結強度τu和殘余黏結強度τr值，見表2。由表2 可見，經(jīng)歷溫度T≤600 ℃的圓鋼管再生混凝土試件的極限黏結強度τu和殘余黏結強度τr均高于我國規(guī)范DBJ 13-161-2004 規(guī)定的圓鋼管混凝土黏結滑移強度設計值0.225 MPa。

圖9(a)為平均界面黏結強度與經(jīng)歷溫度的關系柱狀圖(分析中對相同溫度、不同取代率的試件取平均值)。如圖所示，經(jīng)歷溫度T=200 ℃、400 ℃、600 ℃試件的平均極限黏結強度τu分別是T=20 ℃試件的0.91 倍、1.73 倍、3.79 倍；平均殘余黏結強度τr相應的倍數(shù)為0.87 倍、1.54 倍、3.55 倍?？梢?，界面黏結強度隨經(jīng)歷溫度的升高呈現(xiàn)先減小后增大的變化趨勢。出現(xiàn)這種現(xiàn)象的原因是：T≥400 ℃試件的經(jīng)歷溫度較高，其鋼管與核心混凝土的溫度變形均相對較大，二者之間的變形差導致接觸面上形成許多凹凸變形，使機械咬合作用得到增強。同時混凝土在受熱膨脹時會產(chǎn)生溫度裂縫，經(jīng)歷溫度越高裂縫的數(shù)量及寬度就越大，這些裂縫在冷卻收縮時無法完全恢復，鋼管的變形則基本能夠完全恢復，從而導致鋼管的收縮量更大而對核心混凝土形成一定的“箍緊作用”最終導致界面間的機械咬合力和摩阻力得到加強。而T=200 ℃試件由于受熱溫度相對較低，“箍緊作用”相對較弱，高溫對化學膠結力的削弱作用要大于“箍緊作用”對黏結強度的增強作用，因此200 ℃時的界面黏結強度比常溫時要低。

圖9 不同變化參數(shù)對黏結強度的影響Fig. 9 Effect of different parameters on bond strength

圖9(b)為平均界面黏結強度與再生粗骨料取代率的關系柱狀圖(分析中對相同取代率、不同經(jīng)歷溫度的試件取平均值)。如圖所示，再生粗骨料取代率γ=25%、50%、75%、100%試件的平均極限黏結強度τu分別是γ=0%試件的0.99 倍、0.94倍、0.80 倍、0.91 倍，均值為0.91 倍；平均殘余黏結強度τr相應的倍數(shù)為0.97 倍、0.94 倍、0.76倍、0.82 倍，均值為0.87 倍?？梢?，鋼管再生混凝土的界面黏結強度比鋼管普通混凝土約低11%，隨再生粗骨料取代率的升高呈現(xiàn)先減小后增大的變化趨勢。出現(xiàn)這種現(xiàn)象的原因是：首先，如前文所述再生粗骨料存在初始裂紋及其吸水率相對較高的特點會使混凝土在受熱膨脹時更易產(chǎn)生裂紋，而對界面黏結強度帶來不利影響。但較高的吸水率也會降低混凝土的實際水灰比，從而在一定程度上提高水泥漿體的強度而使界面黏結強度得到加強，當其對黏結強度的增強作用超過了其他因素的削弱作用時就會使界面黏結強度有所提高，因此取代率超過75%時黏結強度出現(xiàn)了小幅度的回升。

3.3 界面黏結抗剪剛度

界面黏結抗剪剛度是反映鋼管與核心混凝土的界面在荷載作用下抵抗剪切變形(宏觀上表現(xiàn)為二者之間產(chǎn)生滑移)能力的重要指標。本文參考文獻[12]中的方法并結合本試驗所得P-S曲線的彈性階段范圍，將界面黏結抗剪剛度定義為試件加載端P-S曲線線性上升段中0.5Pu對應的點與坐標原點連線的割線斜率，并記為Ke。

圖10(a)為界面黏結抗剪剛度與經(jīng)歷溫度的關系圖(分析中對相同溫度、不同取代率的試件取平均值)。如圖所示，T=200 ℃、400 ℃、600 ℃試件的界面黏結抗剪剛度分別是T=20 ℃試件的0.97 倍、2.09 倍、1.86 倍；可見界面黏結抗剪剛度隨經(jīng)歷溫度的升高呈先減小后增大再減小的變化規(guī)律。界面黏結抗剪剛度在T≤400 ℃時隨溫度升高先減小后增大的原因與界面黏結強度隨溫度升高先減小后增大的原因類似。二者規(guī)律的不同之處在于黏結強度在T=600 ℃時仍未開始退化，而黏結抗剪剛度在400 ℃后便開始退化。這是因為黏結界面發(fā)生損傷時，界面處的變形與破碎的混凝土顆粒能對界面黏結強度起到一定的補充作用，而對黏結抗剪剛度的提升作用相對較弱，因此界面黏結強度的退化比黏結抗剪剛度的退化要晚。

圖10 不同變化參數(shù)對黏結抗剪剛度的影響Fig. 10 Effect of variable parameters on bond shear stiffness

圖10(b)為界面黏結抗剪剛度與再生粗骨料取代率的關系圖(分析中對相同取代率、不同經(jīng)歷溫度的試件取平均值)。如圖所示，再生粗骨料取代率γ=25%、50%、75%、100%試件的界面黏結抗剪剛度分別是γ=0%(普通混凝土)試件的1.10 倍、1.17 倍、0.98 倍、1.03 倍，均 值 為1.07 倍；可見，鋼管再生混凝土的界面黏結抗剪剛度比鋼管普通混凝土約高7%，隨再生粗骨料取代率的升高呈現(xiàn)先增大后減小再增大的變化趨勢。出現(xiàn)這種現(xiàn)象的原因是：如前文所述再生骨料的存在會使混凝土更易出現(xiàn)裂縫從而對黏結界面造成削弱，但再生骨料較高的吸水率高又會降低混凝土實際水灰比，提高水泥漿體的強度并使混凝土的收縮變形量減小，造成核心混凝土與外部鋼管接觸地相對更緊密，從而在一定程度上提升界面整體抵抗變形的能力。隨著再生粗骨料取代率的變化，兩種因素影響力的相對大小也隨之變化，在二者的共同影響下最終造就了上述變化規(guī)律。

3.4 界面黏結耗能能力

在荷載作用下界面黏結發(fā)生損傷的過程本質上是能量耗散的過程，本文利用耗能量W來定量反映試件的界面黏結耗能能力，其計算公式如下：

式中，Ss為試件加載端P-S曲線與坐標橫軸所圍成區(qū)域的面積。

圖11(a)為耗能量與經(jīng)歷溫度的關系圖(分析中對相同溫度、不同取代率的試件取平均值)。如圖所示，經(jīng)歷溫度T=200 ℃、400 ℃、600 ℃試件的耗能量分別是T=20 ℃試件的1.28 倍、2.46 倍、4.06 倍?？梢?，界面黏結耗能能力隨經(jīng)歷溫度T的升高呈現(xiàn)逐漸增大的趨勢。耗能量在T≥200 ℃時隨溫度升高逐漸增加的原因與黏結強度隨溫度升高而增強的原因類似。不同之處在于黏結強度在T=200 ℃時由于受到“箍緊作用”的增強影響小于高溫對化學膠結力的削弱影響而比常溫時略低，而耗能量此時則呈增加趨勢。這是因為化學膠結力的降低雖然會削弱黏結強度但會使界面變形發(fā)生地相對更容易，而變形是能量耗散的主要途徑之一因此使耗能量有所增加。

圖11 不同變化參數(shù)對耗能量的影響Fig. 11 Effect of variable parameters on energy consumption

圖11(b)為耗能量與再生粗骨料取代率的關系圖(分析中對相同取代率、不同經(jīng)歷溫度的試件取平均值)。如圖所示，再生粗骨料取代率γ=25%、50%、75%、100%試件的界面黏結抗剪剛度分別為γ=0%試件的1.11 倍、1.03 倍、0.79 倍、0.92 倍，均值為0.96 倍?？梢?，鋼管再生混凝土的界面黏結耗能量比鋼管普通混凝土約低4%，隨再生粗骨料取代率γ 的升高呈現(xiàn)先增大后減小再增大的變化趨勢。其原因與黏結抗剪剛度隨再生粗骨料取代率上升呈先增大后減小再增大趨勢的原因類似。

4 界面黏結損傷演變過程

文獻[21]的研究表明：彈性模量的退化可以很好地反映材料的損傷程度。文獻[10]基于此提出的黏結損傷度Dt的概念，可以定量地反映試件滑移過程中界面黏結損傷的程度，其表達式如下：

式中，Kt為加載端P-S曲線任意點的切線斜率，而Ke為加載端P-S曲線上升段中0.8Pu對應的點與坐標原點連線的割線斜率。

本文在其基礎上，將其中的剛度比Kt/Ke部分統(tǒng)一為切線斜率之比來提升精確度，即依據(jù)試驗所得的加載端的P-S曲線形態(tài)特點考慮采用P-S曲線上升段中0.5Pu對應點處的切線斜率Ket代替其式中的Ke，從而建立改進后的黏結損傷度Dto以更精確地描述試件的損傷發(fā)展過程，相應的表達式如下：

式中：Kt為試件加載端P-S曲線任意點的切線斜率；Ket為加載端P-S曲線上升段中0.5Pu對應點處的切線斜率。

鑒于本試驗所得P-S曲線的上升段在0.5Pu 附近時基本均處于彈性階段，可近似認為在荷載越過0.5Pu以前時界面無黏結損傷發(fā)生，即損傷度Dto=0；隨著推出荷載增大，P-S曲線進入減速上升階段，損傷隨之逐漸發(fā)展，此時0

文獻[12]采用類似的分析方法，雖獲得了試件的損傷發(fā)展曲線能夠反映損傷發(fā)展的過程，但無法直觀地反映試件界面損傷發(fā)展整體速度的快慢，且只選取了個別試件的損傷過程進行分析，代表性不強。針對該問題，本文首先對各試件P-S曲線上升段中0.5Pu～Pu區(qū)段的數(shù)據(jù)進行擬合，發(fā)現(xiàn)2 階多項式擬合度較高(R2值均在0.985 以上)，由此得到各試件相應區(qū)段曲線的數(shù)學表達式后，對其求一階導數(shù)便可得到各試件加載端P-S曲線相應區(qū)段任意點的切線斜率Kt的表達式，代入式(5)便可對黏結損傷度Dto進行計算。同時，為了便于對各試件的界面損傷發(fā)展過程進行對比，采用相對滑移量S/La作為坐標軸橫軸(La為鋼管與混凝土的界面黏結長度)，最終得到各試件的黏結損傷度Dto與相對滑移S/La的關系曲線，如圖12 所示。

圖12 黏結損傷度與相對滑移量的關系曲線Fig. 12 Curves between bond damage degree and relative slip

由圖12 所示，發(fā)生初始黏結損傷的試件從早到晚依次為400 ℃、200 ℃、20 ℃的試件，但T≤400 ℃試件相互間的差距不大，均是在相對滑移達到0.0015 附近時開始發(fā)生損傷；而T=600 ℃的試件損傷的發(fā)生則明顯較晚，對應的相對滑移值均在0.0035 左右?？梢娊缑骛そY損傷發(fā)生地早晚受再生粗骨料取代率的影響不明顯，隨經(jīng)歷溫度的升高呈現(xiàn)先提早，而后變晚的變化規(guī)律。這是因為，經(jīng)歷溫度較低界面黏結損傷發(fā)生的早晚主要取決于界面間的化學膠結力，經(jīng)歷溫度達到600 ℃時，鋼管和混凝土變形差引起的“箍緊作用”相對較強使得損傷發(fā)生明顯推遲。

對圖12 中各試件的損傷發(fā)展曲線的斜率進行計算，得到各試件的界面黏結損傷發(fā)展速度數(shù)值后分別對相同經(jīng)歷溫度、不同取代率以及相同取代率、不同經(jīng)歷溫度試件的損傷發(fā)展速度數(shù)據(jù)求平均值，以便于研究溫度和再生骨料取代率對界面黏結損傷發(fā)展速度的影響，相應的數(shù)據(jù)見表5。

表5 試件損傷發(fā)展速度Table 5 Damage development rate of specimens

如表5 所示，經(jīng)歷溫度T=200 ℃、400 ℃、600 ℃試件的黏結損傷發(fā)展速度分別是T=20 ℃試件的1.08 倍、1.53 倍、0.99 倍；再生粗骨料取代率γ=25%、50%、75%、100%試件的黏結損傷發(fā)展速度分別為γ=0%試件的0.95 倍、1.2 倍、1.02 倍、1.01 倍，均值為1.04 倍?？梢?，鋼管再生混凝土的界面黏結損傷發(fā)展速度比鋼管普通混凝土約快4%，隨經(jīng)歷溫度和再生骨料取代率的升高總體上呈現(xiàn)先增大后減小的變化趨勢。這是因為，經(jīng)歷溫度較低時鋼管對核心混凝土的“箍緊作用”還相對較弱，但此時界面的化學膠結力受損已較嚴重，因而導致界面黏結損傷速度加快，溫度較高時“箍緊作用”增強又使損傷速度減緩。而損傷速度隨取代率升高出現(xiàn)先增大而后減小的規(guī)律，是取代率升高會使混凝土易開裂，但同時也會使混凝土體積收縮量減小，從而加強其與鋼管接觸的緊密程度這兩種因素共同作用的結果。

5 黏結強度計算

關于圓鋼管再生混凝土界面黏結強度的計算方法，文獻[10]只給出了常溫下相應的極限黏結強度計算公式，而并未給出殘余黏結強度的計算方法。并且由于該公式未考慮試件最高經(jīng)歷溫度T的影響，因此并不適用于高溫后鋼管再生混凝土的界面黏結強度計算。為此，本文以試件最高經(jīng)歷溫度T、再生粗骨料取代率γ、常溫時混凝土的立方體抗壓強度fcu、鋼管長徑比La/DC為變化參數(shù)，通過對試驗數(shù)據(jù)進行回歸統(tǒng)計，并引入關系系數(shù)n=τr/τu來實現(xiàn)極限黏結強度和殘余黏結強度的換算，最終得到高溫后圓鋼管再生混凝土界面的極限黏結強度τu和殘余黏結強度τr的計算公式如下：

式中：T為試件最高經(jīng)歷溫度(20 ℃≤T≤600 ℃)；γ 為再生粗骨料取代率(0%≤γ≤100%)；fcu/MPa為常溫時混凝土的立方體抗壓強度；La/mm 為鋼管與混凝土的界面黏結長度；DC/mm 為圓鋼管的外徑；n為關系系數(shù)。

運用式(6)計算得到各試件的界面黏結強度計算值τuc、τrc后與黏結強度試驗實測值τu、τr進行比較，得出τuc/τu與τrc/τr的平均值分別為1.0351和1.0354，可見界面黏結強度計算值與試驗實測值整體吻合良好。各試件界面黏結強度計算值與實測值的比較情況及式(6)中關系系數(shù)n的取值，分別見表6 和表7。

表6 計算值與試驗值比較Table 6 Comparison of calculated values andexperimental values

表7 關系系數(shù)取值Table 7 The values of relation coefficient

6 黏結滑移本構方程

依據(jù)圖8 中兩類典型P-S曲線的形態(tài)特點，建立高溫后圓鋼管再生混凝土加載端的τ-S本構模型(τ 為界面黏結應力，S為加載端的滑移量)。經(jīng)歷溫度T≤400 ℃和T=600 ℃種情況下的τ-S本構模型曲線分別如圖13(a)、圖13(b)所示。

依據(jù)圖13 中的τ-S本構模型曲線，建立高溫后圓鋼管再生混凝土加載端的τ-S本構方程表如下：

圖13 τ-S 本構模型示意圖Fig. 13 Schematic diagram of constitutive model of τ-S

采用上述建立的τ-S本構方程對各試件進行計算，得到各試件加載端的τ-S本構方程計算曲線后，與相應的試驗實測τ-S曲線進行對比，發(fā)現(xiàn)采用該本構方程計算所得的τ-S曲線與試驗實測的τ-S曲線吻合情況良好。各試件的本構方程計算曲線與試驗實測曲線對比圖如圖14 所示。

圖14 本構方程計算曲線與試驗曲線的對比Fig. 14 Comparison between calculated and measured curves

7 結論

本文通過對20 根經(jīng)歷高溫作用后的圓鋼管再生混凝土試件進行推出試驗，揭示了高溫后圓鋼管再生混凝土界面黏結性能的變化規(guī)律，并建立了相應的黏結強度計算方法及黏結滑移本構方程?；诒疚牡难芯?，可以得到如下結論：

(1)高溫后圓鋼管再生混凝土試件加載端和自由端的荷載-滑移曲線形態(tài)相似，其中加載端的初始滑移發(fā)生較早。

(2)界面黏結性能整體上與普通圓鋼管混凝土相差不大，各取代率下性能差值的均值在11%以內。

(3)界面黏結強度隨經(jīng)歷溫度和再生粗骨料取代率的升高呈現(xiàn)先減小后增大的變化規(guī)律。

(4)界面黏結抗剪剛度隨經(jīng)歷溫度的升高呈現(xiàn)先減小后增大再減小的變化規(guī)律；隨再生粗骨料取代率的升高呈現(xiàn)先增大后減小再增大的變化規(guī)律。

(5)界面黏結耗能能力隨經(jīng)歷溫度的升高而逐漸增大，隨再生粗骨料取代率的升高呈現(xiàn)先增大后減小再增大的變化規(guī)律。

(6)界面黏結損傷發(fā)生的早晚隨經(jīng)歷溫度的升高呈現(xiàn)先提早而后變晚的變化規(guī)律，再生粗骨料取代率對其無明顯影響。

(7)界面黏結損傷發(fā)展速度隨經(jīng)歷溫度和再生骨料取代率的升高均呈現(xiàn)先增大后減小的變化規(guī)律。

(8)提出了高溫后圓鋼管再生混凝土界面黏結強度的計算方法及黏結滑移本構方程，相應的計算結果與試驗實測結果吻合情況良好。