高内压作用下叠合式衬砌结构承载机理原型试验研究

刘庭金，陈高敬，唐欣薇，张 武，黄鸿浩，姚广亮

（ 1.华南理工大学 土木与交通学院，广东 广州 510640；2.广东省水利电力勘测设计研究院，广东 广州 510635；3.华南理工大学 亚热带建筑科学国家重点实验室，广东 广州 510640 ）

1 研究背景

为优化配置珠江三角洲地区东、西部水资源，广东省正在开展珠江三角洲水资源配置工程，从网河区西江水系向东引水至东部的广州市南沙区、深圳市和东莞市的缺水地区。该工程输水隧洞所穿越地区为珠江三角洲核心城市群，具有房屋密集，河网发达，软土覆盖层深厚，地表水水量大，内外水压高等特点。其中，输水隧洞最大工作内水压力达1.05 MPa，若运营期管理不善或设备发生故障，隧洞还可能遭受浪涌或者反复水锤冲击，造成实际内水压力可能达到1.5 MPa。因此，该工程提出采用盾构法施工的叠合式衬砌结构：将钢内衬与盾构管片相结合，并在钢内衬与管片间浇筑高性能自密实混凝土（Self-Compacted Concrete，SCC），形成“外衬管片-自密实混凝土填充层-内衬钢管”三层衬砌联合受力的结构体系，以提高衬砌结构的整体承载性能，共同抵抗内外荷载。

复合衬砌结构已广泛应用于工程实践［1-7］（见表1），学者针对上述结构已展开广泛研究。Wunfan等［8］通过进行全尺寸衬砌结构试验，研究了不同荷载模式下双层衬砌力学行为特征；Takamatsu 等［9］采用试验和理论分析对盾构隧道双层衬砌的纵向力学效应进行了研究，提出了一类双层衬砌结构设计方法。张厚美等［10-11］以有压输水双层衬砌隧洞为背景，根据双层衬砌结合面处理方式提出层间压缩、局部抗弯、抗剪压缩3 种分析模型。何川等［12］基于广深港狮子洋隧道工程，进行单双层衬砌纵向力学性能试验，分析了单双层衬砌在软硬交替地层中纵向力学性能变化规律。阳军生等［13］基于台山核电站海底双层衬砌取水盾构隧洞现场测试数据，提出一种准确计算软土地层海底盾构隧道设计荷载的方法。Yang 等［14］基于南水北调中线穿黄输水隧洞，采用三维数值方法分析了界面植筋、界面有隔膜两种预应力双层衬砌的受力性能。梁敏飞等［15］依托武汉地铁8 号线越江隧道工程，基于已有双层衬砌梁-弹簧模型提出了改进的双层衬砌盾构隧道三维壳-弹簧力学分析模型。

表1 国内外复合衬砌结构工程应用案例 （单位：m）

虽然复合衬砌结构已有丰富的研究成果与应用案例，然而基于联合受力模式的三层叠合式衬砌结构却鲜有报导，工程界对其复杂的传力机理尤缺乏充分的认识。本文立足于珠江三角洲水资源配置工程，以“外衬管片-SCC 层-内衬钢管”三层叠合式衬砌结构为研究对象，开展外部不均匀荷载与内部高水压力联合作用下的结构原型试验，以揭示此类叠合式衬砌结构的承载特性与传力机理，为工程设计提供重要参考。

2 试验方案

2.1 试验构件依据工程设计要求，本次试验采用的叠合式衬砌结构，由外衬管片、内衬钢管及内外衬之间的自密实混凝土填充层组成，三者联合受力，如图1所示。其中，外衬为三环C55 预制钢筋混凝土盾构管片（外径6 m；内径5.4 m；厚度0.3 m；环宽1.5 m）。上环、下环管片作为中间环管片的纵向边界，以实现错缝拼装下相邻管片环间存在的三维耦合效应［16］。每环管片由3 块标准块（B1-B3）、2 块邻接块（L1-L2）及1 块封顶块（F）组成。标准块圆心角为72°，邻接块圆心角为64.5°，封顶块圆心角为15°。管片纵缝共由12 根M24 不锈钢环向弯螺栓连接，管片环缝按36°等角度共设置10 根M24 不锈钢纵向弯螺栓连接。螺栓、螺母机械性能等级均为A4-70 级，屈服强度为450 MPa，抗拉强度为700 MPa。

内衬钢管高度为4.5 m，内径为4.8 m，壁厚为14 mm，材质为Q345C，如图2所示。钢管外壁沿纵向设3 道同材质环状加劲肋（厚20 mm；环高120 mm；纵向间距2 m）。此外，钢管被均分为左右两区域，其中，右半区域布置栓钉，以探究栓钉对结构整体力学行为的影响。中衬采用C30自密实混凝土。

图1 “管片-SCC-钢衬”叠合式衬砌结构横断面（单位：mm）

图2 内衬钢管（单位：mm）

试验构件整体设置在底部支承结构上，底部支承结构由钢支座（高250 mm）与钢垫板（厚20 mm）组成。其中，在试验构件安装前，已在钢垫板表面涂抹KB7915 型减摩剂（摩阻系数小于0.05），以降低衬砌结构与钢垫板间摩擦阻力产生的水平约束。

2.2 加载系统通过对国内外已有的大型结构足尺试验调研后，如盾构隧道承载性能试验［17-18］、PC⁃CP 管变形规律原型试验［19-20］等，本文试验采用卧式加载方式，加载系统包括外压、内压加载两部分，分别模拟输水隧洞在实际服役过程中所承担的外部水土压力和高内水压力（见图3）。

图3 试验加载系统平面示意图

本文试验的外压模拟系统由上、下两层共24 台全伺服液压千斤顶作动器组成，每台作动器最大顶推力为200 t，油缸行程为±200 mm。每层沿圆周按等角度间隔均匀布置12 个加载点，并分为4组，拱顶和拱底部位的竖向荷载组P1（F6、F12）、拱肩和拱趾部位的斜向荷载组P2（F1、F5、F7、F11）、P3（F2、F4、F8、F10）及左腰和右腰部位的侧向荷载组P4（F3、F9）。每个加载点沿高度方向布置2 台作动器，加卸载过程中协调进退，分别承担1.5 环管片所需的等效顶推力。

内压模拟系统按前后、左右对称的原则，采用12 个特制柔性囊体均布于试验结构钢内衬的内壁中，与内撑反力钢架构成承压自平衡体系。通过对囊体注、排水以实现输水隧洞承受的不同内水压力。其中，每个特制囊体由超高分子量聚乙烯纤维、芳纶纤维等高强纤维及多层橡胶蒙皮材料组成，两端为扁平头枕形。囊体在无压条件下的长度为4.7 m，在满水承压状态的长度为5.0 m。

2.3 加载方案本试验加载分为：（1）阶段Ⅰ。正常外载+未考虑内压；（2）阶段Ⅱ。正常外载+内压循环；（3）阶段Ⅲ。最大内压+外载卸荷三个阶段。具体方案如图4所示。

图4 试验加载流程

（1）阶段Ⅰ。依据现场勘查设计资料，并综合考虑单个作动器控制的管片幅宽及弧度区域，等效得出竖向外载组（P1）单个作动器顶最大推力值为800.0 kN。其中，土层侧压力系数取0.57，则侧向外载组（P4）单个作动器顶最大推力值为456.0 kN，斜向荷载组P2、P3 按角度进行插值。试验过程中以P1 组作为控制荷载，P1 由0 kN 以100 kN 为梯度逐级加载至800 kN，然后以200 kN 为梯度卸载至0 kN，同时控制P2、P3、P4 组荷载始终保持比例同步变化。

（2）阶段Ⅱ。为接近实际工程的高内压工况，试验应将内压设定为1.5 MPa，但内压加载系统的加工异常复杂，受限于囊体材料的承载能力，为确保试验的安全性，本文试验将最大内压设置为0.8 MPa。其中，本阶段设置了3 轮内压加卸载循环，且每轮加卸载的梯度有所不同，分别为0.2、0.4 和0.8 MPa，以模拟隧洞在投入使用时，结构承受的内水压力变化幅度（即试验中的内压变化梯度）存在差别的三种过程。

（3）阶段Ⅲ。为进一步考察衬砌结构承受更高内水压力时的变形行为与传力机理，本阶段在保持最大囊体压力（0.8 MPa）的条件下，通过逐步卸载外压的方式，最大程度获得衬砌结构的等效内压差（1.025 MPa）。荷载变化详见表2。

表2 阶段Ⅲ荷载变化

2.4 测量方案本次试验存在构件体量大、加载系统复杂、试验过程中不具备人工采集空间和测试元件安装难度大等难点。鉴于光纤传感器具有无需供电、分布式、精细化、长距离和可以连续获得沿线各点局部响应信息等优势［21］，试验采用刻槽粘贴、捆绑或直埋感测光纤作为主要的测量方式。分布式光纤解调设备型号为BOFDA（fTB2505），其空间分辨率为20 cm；FBG 解调仪为NZS-FBG-A01（C），其波长分辨率为1 pm。试验选取中间环管片区域为测试目标区域，试验方案见表3，结构测点布置见图5、图6。

表3 试验测量方案

图5 试验结构测点布置

图6 内衬钢管应变测量断面（单位：mm）

3 试验结果

试验结果如图7—17所示，图中拉应变计为“+”，压应变计为“-”；拉应力计为“+”，压应力计为“-”；接缝张开量正值表示张开，负值表示闭合。

3.1 无内压工况

3.1.1 SCC 层环向应变分布 图7为中衬SCC 环向应变分布雷达图。当P1=800 kN 时，靠近外衬管片一侧的SCC 于左腰275°出现最大压应变（-343 με），拱底194°出现最大拉应变（+48 με）；靠近内衬钢管一侧的SCC 于左腰280°出现最大压应变（-313 με），右趾132°出现最大拉应变（+81 με）。由图7可见，大部分SCC 均呈受压状态，SCC 环向应变及其变化幅度较小，未出现微细裂纹，SCC 层处于弹性工作状态。

图7 不同外载作用下中衬SCC 环向应变分布雷达图

3.1.2 管片接缝张开量 当P1=800 kN 时，在拱底（L1-B1）出现最大接头张开量（-0.031 mm），但仅占《盾构法隧道施工及验收规范GB 50446-2017》中规定限值（2 mm）的1.55%，管片接头内张开量及其变化幅度较小，未出现明显起伏变化，如图8所示。

图8 外荷载-接缝张开量变化曲线

3.1.3 接缝螺栓应力 本文试验中，螺栓测点存活率为83.3%（B2-B3 接缝螺栓测点已损坏）。此外，由于在外衬管片拼装过程中已对全部环、纵向螺栓按给定扭矩预紧，并在吊装内衬钢管、现浇中衬SCC 前再次复紧，因此螺栓测点在结构空载阶段已有预紧压力。随着外载逐级增大，结构表现出拱顶、拱底位置的螺栓压应力略微减小，其余位置的螺栓压应力则略微增大的趋势（见图9）。当P1=800 kN 时，位于左趾234°的B1-B2 螺栓变化量最大，压应力由-119.39 MPa 增至-131.20 MPa，增量仅占屈服强度的2.62%。各螺栓应力未出现较大波动，未出现拉应力。

图9 连接螺栓应力变化曲线

3.1.4 内衬钢管环向应变 图10 为不同外载作用下内衬钢管环向应变分布雷图。当P1=800 kN 时，断面Ⅰ在右腰74°出现最大环向压应变（-104 με）；断面Ⅱ在右肩37°出现最大环向压应变（-152 με），分别占屈服应变限值的7.3%和10.6%。可见，钢管仍具有较大承载能力。由图10 可见，断面Ⅰ的环向应变起伏变化均匀平缓，而断面Ⅱ的环向应变起伏变化较大，且后者应变峰值略大于前者。一方面，环缝接头处外衬管片横向刚度被削弱，内衬钢管和SCC 需分担更多内力，从而增加钢管自身的环向应变；另一方面，管片幅宽中央位置的钢管外壁已布置加劲肋，钢管横向刚度增强，不均匀外载进一步加剧钢管环向应变分布的纵向差异。因此，为了减小内衬钢管环向应变在不同纵向断面的差异，可考虑沿纵向将钢管外壁加劲肋布置在管片环缝接头位置处。

图10 不同外载作用下内衬钢管环向应变分布雷达图

图11 不同外载作用下加劲肋环向应变分布雷达图

3.1.5 加劲肋环向应变 如图11 所示，加劲肋环向应变沿全周分布较均匀，当P1=800 kN 时，中层加劲肋在拱顶16°出现最大环向压应变（-43 με），约为屈服应变限值的3.0%，结构仍处弹性状态。

3.2 内压变化工况

3.2.1 SCC 层环向应变分布 由图12 可发现，在加载阶段Ⅱ、当内压达0.4 MPa 时，SCC 层在拱底181°附近出现环向应变极值（+91με），未见细微裂纹；当内压达0.6 MPa 时，SCC 在54°及255°位置开裂，结构逐渐进入弹塑性变形阶段，并发出异响；当内压由0.6 MPa 升至0.8 MPa时，结构不断发出清脆的巨响，自密实混凝土内部裂缝迅速扩展；当内压达0.8 MPa，左半区域可见5 道沿径向接近贯通的宏观裂缝，分别位于180°、195°、255°、300°及340°位置；右半区域则出现4 道宏观裂缝，分别位于5°、54°、90°及126°位置。经历3 轮内压加卸循环后，SCC 层未增加新的裂缝。

图12 不同内压作用下中衬SCC 环向应变分布雷达图

当试验进入加载阶段Ⅲ、等效内压达0.86 MPa 时，SCC 层于210°新增一道裂缝，沿全周被分割成10 个区域，其余未开裂部位的SCC 环向应变基本不再增长，而宏观裂缝宽度进一步扩展；当等效内压达1.025 MPa 时，试验结束，SCC 层最大裂缝宽度（1.06 mm）出现在255°。中衬SCC 层最终开裂情况见图13。由图13 可见，SCC 层左半区域相对右半区域呈现较大的裂缝宽度及数量，破损响应更为剧烈，因而布置栓钉可有效抑制SCC 的开裂。

图13 中衬SCC 层开裂情况（裂缝宽度单位：mm）

3.2.2 管片接缝张开量 图14 给出了内压-接缝张开量变化曲线。在试验加载阶段Ⅱ、内压由0.6 MPa升至0.8 MPa 时，位于左趾234°的B1-B2、右腰82.5°的L2-F 接头张开量迅速增大；当内压达0.8 MPa时，两者分别达1.130 和0.285 mm，占规定限值的56.5%和14.3%。在经历试验加载阶段Ⅱ的三轮内压加卸循环时，后两轮循环的接缝张开量峰值相比第一轮有所减小。

在试验加载阶段Ⅲ，接头张开量随着等效内压的提升持续增大，当等效内压达0.995 MPa 时，B1-B2 张开量峰值为1.246 mm，占容许张开量（2 mm）的62.3%；当等效内压达1.025 MPa 时，L2-F 张开量峰值为0.934 mm，占容许张开量的46.7%。

接头张开变形与SCC 裂缝发展呈现良好的同步性，靠近SCC 开裂区域的管片接头张开量波动幅度尤为明显，以255°裂缝对应234°的B1-B2 接头、90°裂缝对应82.5°的L2-F 接头最具代表性。SCC层开裂后，其刚度迅速减小，分担内压能力下降，内压加速向外衬转移，成为导致接缝张开量剧烈变化的直接原因。

图14 内压-接缝张开量变化曲线

3.2.3 接缝螺栓应力 接缝螺栓应力变化曲线如图15 所示。在试验加载阶段Ⅱ、当内压达0.6 MPa时，左趾234°位置的B1-B2 螺栓响应最为激烈，其应力状态由受压转为受拉，其它螺栓仍保持受压状态；当内压达0.8 MPa 时，B1-B2 螺栓拉应力达+291.58 MPa，占屈服强度的64.8%，其余螺栓应力变化不明显。3 轮内压加卸循环的螺栓响应规律变化不大，尚未出现螺栓屈服。在试验加载阶段Ⅲ，螺栓应力随等效内压升高而继续增长，当等效内压达0.965 MPa 时，B1-B2 螺栓应力为+475.02 MPa，螺栓已屈服。

接缝螺栓应力变化历程与SCC 层裂缝发展呈现良好的一致性，靠近SCC 层开裂部位的螺栓应力波动变化明显。如左趾234°的B1-B2 螺栓，对应255°裂缝；右腰82.5°的L2-F 螺栓，对应90°裂缝；右腰97.5°的F-L1 螺栓，对应90°裂缝；255°处裂缝宽度最大，附近的234°螺栓应力亦最大。

结构整体刚度在管片纵缝位置较低，随着内压不断提升，SCC层内部能量亦积累增加，导致SCC层在该位置附近开裂；同时，SCC层开裂亦导致其刚度急剧下降，内压分担能力被削减，衬砌结构整体出现内力重分布，内压快速向外衬转移，导致对应的接头螺栓应力迅速增长。螺栓屈服后，外衬管片逐渐失去分担内压能力，内力再次重新调整，此时结构体系主要由内衬钢管承担内水压力，结构进入破坏阶段。

图15 接缝螺栓应力变化曲线

3.2.4 内衬钢管环向应变 不同内压作用下内衬钢管环向应变如图16所示。在加载阶段Ⅱ、内水压力达0.5 MPa时，断面Ⅰ最大环向拉应变为+302 με（位于拱底188°），断面Ⅱ为+300 με（位于拱顶354°），两者均未超过屈服应变限值，内衬钢管仍有较大承载力。但随着内水压力等级的逐步提高，光纤因受挤压过大，导致光强信号受干扰严重，未能正常获取内压大于0.5 MPa 以后的内衬钢管应变数据。

图16 不同内压作用下内衬钢管环向应变分布雷达图

3.2.5 加劲肋环向应变 不同内压作用下加劲肋环向应变分布雷达图如图17 可示。在加载阶段Ⅱ、内压小于0.6 MPa 时，中层加劲肋环向应变较小且分布相对均匀；当内压达0.6 MPa 时，加劲肋环向应变明显增大，于左肩320°出现极值（+237με），占屈服应变限值的16.5%。随着内压不断提高，加劲肋环向应变呈“膨胀”外扩特征，峰值逐渐增大，分布更加不均匀，其中，顶底峰值大而两腰侧峰值小。

在加载阶段Ⅲ、等效内压达0.965 MPa 时，加劲肋于拱肩322°出现应变极值（+648 με），达屈服应变限值的45.3%；当等效内压达1.025 MPa 时，加劲肋最大环向应变（+732 με）出现在拱肩311°，占屈服应变限值的51.1%，且呈继续增大趋势。

图17 在不同内压作用下加劲肋环向应变分布雷达图

综上，随着内压逐渐升高，“管片-SCC-钢衬”叠合式衬砌结构经历弹性、弹塑性及破坏三个阶段，呈连续性破坏特征；在加载阶段Ⅱ前期，各测试指标变化呈线性，结构处于弹性工作状态，三层衬砌共同承担内压；当内压达到0.6 MPa 时，SCC 层开裂，接头螺栓应力剧增，同时接缝张开量加速变化，结构整体进入弹塑性阶段，但仍能稳定承载；当试验加载进入阶段Ⅲ、等效内压达0.965 MPa 时，234°处的螺栓屈服，同时接缝张开量接近限值，外衬逐渐失去分担内压能力，结构体系进入破坏阶段，内水压力主要由内衬钢管承担，直至结构完全失去承载力。

4 结论

针对“管片-SCC-钢衬”三层叠合式衬砌结构体系，在内外荷载联合作用下展开了原型试验，揭示了结构体系在无内压工况及内压变化工况下的承载性能及传力规律。研究结果表明：（1）在正常外载作用下，内压低于0.6 MPa 时，叠合式衬砌结构处于弹性工作状态，结构承载稳定。随着内压逐渐升高，结构经历弹性、弹塑性及破坏三个阶段，呈连续性破坏特征——当内压达0.6 MPa，SCC 层开始产生宏观裂缝，结构进入弹塑性阶段；当内压达0.965 MPa 时，管片螺栓屈服，内水压力主要由内衬钢管承担，结构进入破坏阶段。（2）中衬SCC 层为叠合式衬砌体系抵抗内压的最薄弱环节，SCC 层开裂后丧失轴力分担作用，易使相应位置的螺栓应力急剧增长，甚至造成螺栓屈服。建议针对管片纵缝接头或邻近的SCC 采取加强措施，如：增大螺栓直径或提高螺栓强度等级；针对管片纵缝处的SCC 增设局部环向锚筋等。（3）管片接头使内衬钢管在纵向刚度上存在差异，为减小钢管环向应变在不同纵向断面的差异，可考虑将钢管外壁的加劲肋与管片环缝接头沿纵向同排布置。

值得说明的是，受限于囊体承载能力，本试验未能进一步加大内压考察结构的极限内压承载能力，此外，原型试验未能充分体现围岩对衬砌结构分担内压的效应，试验结果偏保守，后续将借助数值分析、试验段原位监测等手段做深入研究。

致谢：感谢中国建筑股份有限公司技术中心马程昊博士、北方工业大学何世钦博士课题组的支持，感谢清华大学张楚汉院士和安雪晖教授、广东省水利电力勘测设计研究院严振瑞副总工及重庆交通大学李鹏飞博士的帮助与讨论。