輸水盾構隧道預應力雙層襯砌力學特性的模型試驗研究

中圖分類號：TU93 文獻標志碼：A

Abstract： Due to its significant superiority in withstanding high internal water pressure，prestressed doublelayerlining structures have been graduall widelyused in waterconveyance shield tunnels in recent years.To unveil the mechanical properties of the prestressed double-layer lining structure，this study innovatively employsa similar modeltest method combined with acoustic emision detection technology，taking the water conveyance shield tunnel of the Zhujiang Delta Water Resources Allocation Engineering as a prototype.The internal forces，contact pressures， displacements，and damage and failure of the prestresed double-layer lining structure throughout the construction and operation processareanalysed.The experimental results indicate that：during theassembly stage，the segmental lining structure can independently bear the external hydrostatic and earth pressures.During the prestresing tensioning stage，both thesegmental and prestressed linings are compressed around the entire circumference.As the internal water pressure is progressively applied，theaxial forceof the structure graduallydecreases.However，under 1.5MPaof internal water pressre，the structure still maintains most of itsarea under pressure.During the prestressing tensioning stage，the segmentallining and prestressed lining separate，suggesting their interaction can be esentialydisregarded.During the operation stage，the areas of separation close，thus the two structures bear the load in coordination.Withthe progressive tensioning of theprestress，the displacementofthe double-layer lining structure increases linearly，reaching its maximum value of 1.37 mm upon completion of tensioning.At this point， the section's ellipticityis 0.012‰ .The application of 1.5 MPa of internal water pressure reduces the displacement to 1.30 mm and increases the section's ellipticity to 0.20‰ . During the entire loading process，the progressive damage of the double-layer lining structure undergoes aninitial elastic stageanda micro-damage stage.Inside the structure，defects compact and graduallylead to damage，butno macro-cracks appear，indicating that the structure remains in a safe state.

Key words： water conveyance shield tunnel; prestressed double-layer lining; research on mechanical proper ties;similar model test;acoustic emission detection

隨著大埋深、長距離、高內水壓等輸水隧道的發展，設置單層管片襯砌結構作為支護已經難以滿足承載要求，因此，雙層襯砌結構型式逐漸被應用于輸水盾構隧道.其中，由于管片-預應力混凝土雙層襯砌在解決水工隧洞工程中存在的高內水壓、圍巖穩定性差以及襯砌開裂控制要求高等問題方面具有明顯優勢，其作為一種新型的雙層襯砌結構型式具有廣泛的應用前景.

20世紀50年代，德國、法國、意大利、瑞士等國率先應用了預應力混凝土襯砌來代替當時應用較廣泛的鋼板-鋼筋混凝土聯合襯砌[1-3].從20世紀70年代起，歐洲著名的預應力工程公司——瑞士VSL通過在多個工程中應用預應力混凝土襯砌，推廣了預應力鋼絞線張拉技術.在國內，由于有粘結預應力混凝土襯砌的可靠性好，早期被廣泛應用于工程中，典型工程有20世紀90年代的清江隔河巖水電站的4條引水隧洞4、南盤江天生橋引水發電隧洞5以及2005年的南水北調中線穿黃隧洞工程[，尤其是穿黃隧洞工程創造性地應用了管片-有粘結預應力混凝土雙層襯砌結構，吸引許多專家對該種新型襯砌結構的接觸面性質、承載特性以及傳力機理[7-9]等進行研究.隨著無粘結施工技術的發展與逐漸成熟，大量工程開始應用無粘結預應力混凝土襯砌.例如瑞士Grimsel壓力隧道[10]和意大利Piastra-Andonno壓力隧道均采用無粘結預應力混凝土襯砌來抵抗0.75MPa 和 0.8MPa 的內水壓，隧道的運營狀況良好.我國是在1998年建設的黃河小浪底水利樞紐工程3條排沙洞[]中首次應用鋼筋混凝土-無粘結預應力混凝土雙層襯砌結構抵抗工程 1.2MPa 的高內水壓.基于該雙層襯砌結構，隨春娥、亢景付與符立等[13-15]通過數值計算揭示了預應力襯砌在施工階段和運行階段的力學性能，依據襯砌環向應力的分布情況對預應力張拉效果進行驗證.

與此同時，越來越多專家[16-17]對預應力雙層襯砌結構的施工措施產生興趣，采用數值計算對該項技術的施工參數進行優化設計，例如錨索根數、襯砌厚度等.研究結果表明，對于環錨無粘結預應力混凝王襯砌結構而言，錨具槽部位是整個結構的薄弱環節，因此，許多學者[16，18-19]也選擇圍繞錨具槽結構開展研究，通過數值分析、材料試驗針對錨具槽的布置形式、槽內回填混凝土的配合比進行優化，以改善錨具槽及其周圍區域受力狀態.基于小浪底排沙洞的建設經驗和研究成果，后續關于類似工程如西龍池抽水蓄能電站引水隧洞、大伙房水庫輸水壓力隧洞等的研究也多是集中在預應力混凝土襯砌結構設計參數優化[20-21]和力學特性分析方面[22-23].

上述文獻的研究對象主要是預應力單襯結構和鋼筋混凝土-預應力雙襯結構，對管片-預應力混凝王雙層襯砌的研究鮮有提及，且現有研究主要通過數值模擬實現，研究手段單一，尤其是缺乏相關模型試驗進行驗證.基于此，以珠江三角洲水資源配置工程輸水盾構隧道為工程原型，采用相似模型試驗方法對預應力雙層襯砌施工和運行的全過程進行模擬，分析結構在施工階段和運行階段的內力、位移和聲發射損傷信息等的變化過程，旨在揭示預應力雙層襯砌的力學特性，研究成果擬為今后類似工程的模型試驗研究提供可靠參考，對今后類似預應力雙層襯砌結構的設計施工及長期安全具有重要的意義.

1相似模型試驗

1.1依托工程背景

模型試驗以珠江三角洲水資源配置工程土建施工B4標輸水隧道為原型，盾構隧道頂部埋深約42m ，隧道頂部以上地層從上至下依次為人工填土層、淤泥質粉質黏土以及泥質砂礫巖.輸水隧道穿越地層主要為泥質砂礫巖，圍巖級別以Ⅲ級、V級為主，巖體完整，層間膠結好，整體透水性弱，隧道地質剖面圖如圖1所示.

B4標輸水隧道最大設計內水壓達 1.5MPa ，為平衡高內水壓對管片襯砌結構的拉力作用，輸水隧道采用預應力雙層襯砌結構，其標準斷面如圖2所示.

圖1隧道地質剖面圖（單位：m） Fig.1 Section map of tunnel's geology（unit：m）

盾構隧道外襯采用C55W12預制鋼筋混凝土管片，外徑為 8.3m ，襯砌管片厚 0.4m ，襯砌環寬 1.6m 管片采用 4+2+1 ”分塊形式，其中，封頂塊中心線圓心角為 18.947 4° ，鄰接塊和標準塊中心線圓心角均為 56.842 1° .襯砌環的接縫連接包括19個環縫連接螺栓和14個縱縫連接螺栓.內襯采用現澆后張無粘結預應力混凝土結構，采用C50W12預應力混凝土，厚度 0.55m .實際施工中，通過對無粘結鋼絞線進行預應力張拉來對結構施加預壓應力，鋼絞線張拉控制應力 σ_con=1 395MPa. 其中，鋼絞線分兩次張拉到位，第一次張拉到 50%σ_con ，第二次直接張拉到103%σ_con 此外，鋼絞線采用雙層雙圈布置形式，其錨固端與張拉端的包角為 2×360^° ，即每根鋼絞線繞兩圈，內層與外層間距為 0.08m ，每層4根鋼絞線，故每個錨具槽的鋼絞線共有8根，如圖2所示.錨具槽左、右 45^° 交錯布置，縱向間距 0.5m

圖2盾構管片-預應力雙層襯砌標準斷面（單位：m） Fig.2 Typical cross section of segment-prestressed doublelayer lining of shield tunnel（unit：m）

1.2相似比例與相似材料

本次模型試驗選取幾何相似比 C_L=5 、容重相似比 C_γ=1 作為基礎相似比，根據相似準則，結合式（1）推導出模型試驗相關物理量原型值與模型值的相似比，如表1所示.

C_*=1，C_ε=1，C_R=C_σ=C_E，

C_σ=C_LC_X，C_L³C_X=C_F

式中： 分別為泊松比、應變、體積力、強度、應力、彈性模量及力的相似比.

表1模型試驗物理量相似關系

Tab.1Similarityrelationofphysicalquantities inmodel test

根據幾何相似比 C_L=5 計算出雙層襯砌結構模型尺寸，模型中管片和預應力混凝土襯砌的具體尺寸見表2.

表2雙層襯砌結構尺寸

Tab.2 Dimensionsof thedouble-layer liningstructure

模型試驗選取“中間整環 + 上下共2個管片半環\"為研究對象，因此，取模型高度為 0.64m

依托工程管片襯砌和預應力混凝土襯砌的混凝土強度等級分別為C55、C50，其物理力學參數根據《混凝土結構設計標準》（GB/T50010—2010）取值，同時，管片襯砌與預應力混凝王襯砌結構模型材料的物理力學參數可以根據相似比換算求出，如表3所示.

根據上述控制參數，參照《普通混凝土配合比設計規程》（JGJ55—2011）對管片襯砌和預應力襯砌混凝土配合比進行設計計算，得到滿足要求的管片襯砌的混凝土配合比（質量分數）為：水泥：砂：石：水：外加劑 =1：4.4：6.1：1.0：0.03 ，預應力襯砌的混凝土配合比（質量分數）為：水泥：砂：石：水：外加劑 τ=1：4.6 ： 對于結構內置非預應力鋼筋，根據表3中管片襯砌環向主筋、預應力襯砌鋼筋的拉壓剛度值，按照拉壓剛度 EA 等效原則用直徑 6mm，8mm 的HRB400鋼筋來模擬其作用.

表3雙層襯砌結構物理力學參數

Tab.3Physical and mechanical parametersof the double-layer lining structure

此外，管片襯砌與預應力混凝土襯砌均是預制而成，為了使兩者快速形成一個整體，對管片與預應力混凝土襯砌的接合面進行回填灌漿填充，灌漿材料選取速凝型水泥砂漿.試驗過程中，通過試配得到滿足強度要求的間隙層水泥砂槳的配合比（質量分數）為：水泥：砂：水：外加劑 =1：3.33：0.82：0.09 ，水灰比（質量分數）為0.82，最終形成的雙層襯砌結構模型如圖3所示.

1.3相似模型結構及制備

1.3.1管片接頭處理

為考慮管片材料的不連續性和管片拼裝效應等因素，進而反映盾構隧道管片襯砌在荷載作用下的實際力學行為特征，本次試驗采用與原型接頭構造一致的螺栓對模型管片進行連接.模型管片的環縫接頭和縱縫接頭如圖4所示.

1.3.2無粘結預應力鋼絞線張拉模擬

本次試驗采用1根直徑 8mm 的合成芯鋅繩材質的鋼絞線，其抗拉強度為 1 770MPa ，破斷拉力標準值為 39.50kN ，實際值為 41.48kN ，能夠滿足鋼絞線的張拉力要求.試驗過程中，通過涂抹凡士林及穿聚四氟乙烯套管對鋼絞線進行減摩處理，盡可能達到鋼絞線的無粘結要求.

圖3雙層襯砌結構模型

Fig.3Model of thedouble-layer liningstructure

采用特制的張拉裝置對無粘結鋼絞線實施預應力張拉，如圖5所示.為了盡可能真實模擬原型隧道的施工全過程，試驗過程中，對6個錨具槽內的鋼絞線采用與實際施工一致的分序、分級張拉方法：1）依次張拉1、3、5號錨具槽內鋼絞線至 50%σ_con;2） 依次張拉2、4、6號錨具槽內鋼絞線至 50%σ_con;3） 依次張拉1、3、5號錨具槽內鋼絞線至 103%σ_con;4） 依次張拉2、4、6號錨具槽內鋼絞線至 103%σ_con. 分序、分級張拉施工如圖6所示.

圖4模型管片環縫接頭與縱縫接頭

圖5預應力張拉裝置

1.4試驗加載及測試方法

在試驗過程中，為了更真實模擬輸水盾構隧道雙層襯砌結構的力學特性，需要對隧道結構的內外水壓、土壓力以及預應力進行獨立加載，故模型試驗加載采用“盾構隧道結構水壓-土壓-預應力加載\"裝置.其中，土壓力的加載通過2對千斤頂實現，如圖7（a）所示，每個千斤頂均使用一個壓力傳感器監測千斤頂的實際推力.I方向千斤頂模擬巖土體對隧道在豎直方向的作用力，Ⅱ方向千斤頂則模擬巖土體對隧道在水平方向的作用力以及地層抗力.外水壓通過對管片襯砌外周4根鋼絞線施加環箍力進行模擬，預應力加載通過張拉預先設置在混凝土內襯里的鋼絞線來實現.對于內水壓的加載，采用水泵對結構內部充水加壓，同時，利用固定在蓋板上的壓力表對內側水壓力進行同步監測，以此達到結構內側定值水壓的穩定加載.圖7（b）是試驗加載裝置的整體布置情況.

圖6鋼絞線分序、分級張拉示意圖（單位 mm ） Fig.6 Schematic diagram of sequential and graded tensioning of steel strands（unit：mm）

模型試驗按照以下流程進行： ① 預制管片襯砌與預應力混凝土襯砌 ② 拼裝管片、施加外荷載 $$ ③ 組裝雙層襯砌 ④ 張拉預應力筋，模擬預應力張拉施工階段一 ⑤ 充水加壓.如圖8所示，

本次試驗中，預應力張拉按照1號～6號錨具槽內鋼絞線分序、分級張拉，而內水壓以 0.25MPa 為增量分級施加至設計水壓 1.5MPa ，據此得到表4所示設計工況的加載步.其中，加載步1對應管片拼裝階段，加載步2～13對應預應力張拉階段，而加載步 14～ 19對應運行階段.

試驗過程中，分別采用光纖分布式傳感系統、應變式微型壓力盒、差動變壓器式位移傳感器與聲發射檢測技術對管片襯砌與預應力混凝土襯砌的應變、接觸壓力、位移以及損傷破壞過程中的聲發射信號進行監控量測，相關采集元件的布置如圖9所示.模型試驗中，選擇中間環為研究對象，因此，在中間環管片襯砌、預應力混凝土襯砌中部的內、外側各布置1根光纖線，在雙層襯砌接合面間隔 45^° 共布置8個壓力盒，分別在雙層襯砌內表面、外表面間隔 90^° 布置4個位移計和聲發射探頭.值得注意的是，考慮到底部行車道為鋼筋混凝土結構，剛度大，且體積小，故近似將行車道位移作為內襯拱底的位移，并將其作為內襯斷面橢圓率的計算依據.

圖8模型試驗流程

Fig.8 Process of the model test

表4設計工況加載表

Tab.4 Loadingofthedesignworkingcondition

根據光纖分布式傳感技術測得的應變值借助式（2）（3）[24]計算出雙層襯砌結構截面軸力和彎矩：

式中： N 為襯砌結構截面軸力； M 為襯砌結構截面彎矩； E 為襯砌結構彈性模量； ε_i 為襯砌結構內側應變值； ε_e 為襯砌結構外側應變值; b 為單位長度 1m h 為襯砌結構厚度.

圖9試驗測試元件布置

2預應力雙層襯砌結構力學特性分析

本次分析規定結構軸力以受拉為正，受壓為負；所受彎矩以內表面受拉、外表面受壓為正，反之為負；結構徑向位移以向隧道外側位移為正，向內側位移為負.

2.1相似模型試驗驗證

由于缺少現場實測數據，基于工程1：1原型試驗研究結果，將相似模型試驗的管片襯砌、預應力襯砌在 1.5MPa 內水壓下的軸力值與原型試驗的相應軸力值進行比較，如圖10所示.

圖11管片襯砌結構內力圖

Fig.11 Internal force of the segment lining structure

由圖10可見，本次相似模型試驗得到的管片襯砌、預應力襯砌軸力值沿隧道環向的分布規律與原型試驗基本一致.在軸力數值水平方面，與原型試驗所測結果相比，模型試驗測得的管片襯砌、預應力襯砌的軸壓力較小，考慮是模型試驗對鋼絞線的布置和張拉方法進行了簡化處理，導致預應力損失增加，有效預應力減小，造成結構的軸壓力偏低.但是，總體而言，本次的相似模型試驗結果能夠較好地反映雙層襯砌結構的力學特性，驗證了本文方法的可靠性.

2.2雙層襯砌結構內力變化規律

將管片襯砌和預應力混凝土襯砌模型關鍵點的軸力和彎矩值換算為原型值，得到施工和運行全過程（加載步1～19）中管片襯砌與預應力襯砌結構的軸力和彎矩沿環向的分布曲線分別如圖11、圖12所示，

分析圖11可知，在拼裝階段（加載步1），受外水土壓力作用，管片襯砌全環受壓，軸力水平沿環向分布較均勻，范圍在 474～589kN. 同時，管片襯砌拱頂和拱底彎矩為正，而兩側拱腰彎矩為負，總體而言彎矩值較小，范圍在 18～83kN?m. 在整個預應力張拉階段（加載步2～13），管片襯砌均全環受壓，結構在拱頂和拱底承受正彎矩，在左右拱腰附近承受負彎矩，數值較小.與拼裝階段相比，施加預應力后，管片襯砌結構的軸力與彎矩值均有增長.在運行階段（加載步14～19），隨著內水壓的逐級施加，管片襯砌的軸壓力在逐漸降低，結構從全環受壓狀態變為零星位置出現拉力.在 1.5MPa 設計內水壓下，管片襯砌基本全環受壓，最大軸壓力為 823.11kN ，結構的拱頂出現正彎矩，其余部位彎矩為負.不難看出，由于縱縫接頭的存在，管片襯砌的軸力和彎矩在接頭附近產生明顯變化，其中，以接頭4、接頭5與接頭7位置處的內力變化最為顯著，最終導致 1.5MPa 內水壓下的管片襯砌在右拱腰和右拱肩位置的軸壓力較大，同時，在右拱肩、右拱腰以及左拱腳位置出現較大的負彎矩，加劇了管片襯砌內力沿環向的不均勻分布，需予以特別關注.

如圖12所示，隨著預應力的逐級張拉，預應力混凝土襯砌的內力變化幅度較大，其中，內襯軸壓力逐漸增大，增長率為 9.03%～38.55% ；彎矩隨預應力的逐級張拉有增有減，變化規律不明顯.此外，預應力襯砌的內力水平高于管片襯砌，故在預應力張拉階段，預應力張拉產生的內部荷載主要由預應力內襯承擔，而管片襯砌受預應力荷載影響較小.在運行

階段，預應力襯砌的軸壓力也隨內水壓的增加而快速降低最終轉變為軸拉力，降幅高于管片襯砌.在1.5MPa 內水壓下，預應力混凝土襯砌大部分位置受壓，局部位置出現軸拉力，最大軸壓力出現在左拱肩，數值為 3862.09kN ，最大軸拉力則出現在右拱肩附近，數值為 718.27kN ，未超過結構的抗拉強度，結構處于安全狀態.上述分析表明，預應力混凝土內襯結構受內水壓影響更顯著，是承擔內水壓的主要結構，而管片襯砌主要起承擔外水土荷載以及支承預應力混凝土內襯結構的作用.

2.3雙層襯砌結構接合面接觸壓力變化規律

試驗完成后，繪制加載步1～19下預應力雙層襯砌結構的接觸壓力沿環向的分布曲線，如圖13所示，

分析圖13可知，預應力分級及分序張拉時，雙層襯砌結構沿環向分布的接觸壓力均較小，襯砌結構拱頂和拱底的接觸壓力隨預應力張拉有減小的趨勢，且初始加載步下最大值僅為 2.95kPa ，其他位置接觸壓力變化不顯著，且數值接近0.隨著內水壓逐級施加，雙層襯砌結構沿全環的接觸壓力均逐漸增大，當內水壓為 1.5MPa 時，接觸壓力達到最大，數值在 5.03～34.52kPa 變化.此外，結構拱頂和拱底接觸壓力增量最大，相對于 0MPa 內水壓， 1.5MPa 內水壓下的接觸壓力增量分別達到 34.02kPa 和 32.84kPa 而左右拱肩以及拱腳位置的接觸壓力變化相對不顯著，最大變化量僅為 13.27kPa

上述分析表明，預應力分級和分序張拉使預應力襯砌有向隧道內側收縮的趨勢，管片襯砌與預應力襯砌接觸面產生脫開趨勢，不利于接觸壓力的傳遞.同時，在澆筑預應力襯砌之前，外水土壓力已經施加到管片襯砌上，預應力襯砌澆筑完成時，管片襯砌的承載狀態已經穩定，因此，管片襯砌并沒有傳遞較大的荷載至預應力襯砌，全部外水土壓力基本由管片襯砌承擔.上述兩個原因最終導致預應力張拉階段雙層襯砌接觸面的接觸壓力水平很低.由于內水壓作用使預應力襯砌外擴變形，有向管片襯砌擠壓的趨勢，管片襯砌和預應力襯砌脫開位置開始閉合，產生接觸，故可以傳遞接觸壓力，內水壓越大，接觸壓力也越大.同時，由于管片襯砌在外水土壓作用下出現了“橫橢變”現象，使得管片襯砌結構的拱頂和拱底位置隨內水壓逐級施加先與預應力襯砌產生接觸，因此，在這些位置雙層襯砌接觸面間的接觸壓力增幅較為顯著.

2.4預應力襯砌結構位移變化規律

繪制加載步1～19下預應力襯砌結構的位移變化曲線，如圖14所示.加載步1的位移是管片襯砌單獨承載時產生的位移，后續預應力襯砌結構的位移均以該位移值為起始點進行計算.同時，圖中位移值是模型結構位移值通過相似比換算得到的原型值.

圖15預應力雙層襯砌聲發射事件數隨加載步變化曲線 Fig.15 ChangesofAE eventsof theprestressed double-layer lining structure with loading steps

分析圖14可知，在整個施工階段，預應力襯砌結構沿隧道徑向產生向內側的位移，施工完成后，結構的最大位移值達到 1.37mm. 隨著預應力鋼絞線的逐級張拉，結構的位移值近乎呈線性增加，平均增率為 12.81%～19.02% .四個位置的位移值相差較小，計算得到預應力張拉完成后截面的橢圓率為 0.012‰ ，極小，可忽略不計.隨著內水壓的逐級施加，預應力襯砌結構向隧道內側方向的位移值在逐漸減小，并有沿隧道徑向指向外側變形的趨勢.其中，拱頂和拱底位移變化曲線較平緩，而左拱腰和右拱腰的位移值幾乎呈線性減小趨勢，變化率為 8.55%～27.69% 在

1.5MPa 內水壓下，結構全斷面朝向隧道內側變形，拱頂和拱底位移值分別為 1.3mm，1.21mm ，左、右拱腰位移值接近 0.5mm ，此時結構的橢圓率為 0.20‰ 較小.綜上所述，設計內水壓下結構的變形符合要求，然而，位移值只能體現結構受內水壓影響的變形趨勢，并不能反映結構的破壞情況，需要進一步針對雙層襯砌聲發射信息分析揭示結構的損傷破壞特點.

2.5雙層襯砌結構漸進性損傷過程

聲發射事件的出現象征著結構內部的微裂紋等損傷的產生，因此，為了揭示預應力雙層襯砌結構在承載過程中的漸進性損傷特征，選擇累計聲發射事件數（累計AE數）和聲發射事件率（AE率）作為分析對象.前者表示結構在承載過程中聲發射事件數的累計值，反映結構總體的損傷程度；后者表示聲發射事件數在單位時間內的變化情況，反映結構的瞬時損傷狀態.據此，繪制累計AE數和AE率隨加載步1～19的變化曲線，如圖15所示.

分析圖15可知，在施工階段，隨著各錨具槽內鋼絞線預應力的分序、分級張拉，結構的累計AE數整體呈逐漸上升趨勢.在6個錨具槽第一級張拉完畢后，累計AE數達到1360次.然而，在1號錨具槽第二級張拉完成后，即加載至第8加載步，結構AE率峰值達到539次 /min ，累計AE數達到2924次.這是由于鋼絞線從 50%σ_con 張拉到 103%σ_con 時，結構局部受到較大的預壓應力作用，導致結構已張拉區域與未張拉區域交界處存在差異應力，該差異應力的影響會引起其交界處出現一定量值的拉應力，故此時結構在交界處會出現較多微裂紋.此后，隨著鋼絞線的繼續張拉，該差異應力的影響逐漸降低，結構在整體范圍內的預應力達到一致水平，故后續結構的AE率很小，累計AE數基本保持不變.在運行階段，隨著內水壓的逐級施加，雙層襯砌結構的累計AE數呈現階梯式增長，在 0.5MPa，1.0MPa，1.5MPa 內水壓下累計AE數各出現一次突增，相應的AE率峰值分別為395次 /min，353 次 /min.313 次 /min ，均處于較高水平，最終結構的累計AE數達到4602次.

上述分析表明，在預應力、內水壓加載過程中，雙層襯砌結構內部的應力不斷重分布，同時伴有應變能的釋放，結構內部的損傷在不斷形成，其漸進性損傷過程可以劃分為兩個階段：初始彈性階段（圖15的AB段）和細觀損傷階段（圖15的BC段）.在初始彈性階段，結構的累計AE數增長較平緩，是結構內部原始缺陷的壓密過程，損傷較小；在細觀損傷階段，AE數的增長越來越明顯，結構內部逐漸出現損傷，但結構表面并未出現宏觀裂紋.總體而言，雙層襯砌結構沒有出現失穩破壞，承載能力未受影響，結構處于安全狀態.

3結論

以珠江三角洲水資源配置工程輸水隧道為原型，采用相似模型試驗方法，針對預應力雙層襯砌結構在施工階段和運行階段的內力、接觸壓力、位移以及損傷破壞變化情況進行分析，主要得出以下結論：

1）相似模型試驗結果與依托工程原型試驗結果接近，內力沿隧道環向的變化規律一致，驗證了相似模型試驗方法的可靠性.

2）在拼裝階段，管片襯砌結構單獨承載時的內力和位移水平較低；隨著預應力的逐級張拉，管片襯砌和預應力襯砌的軸壓力均逐漸增大；而隨著內水壓的逐級施加，兩襯砌結構的軸壓力逐漸減小，但在設計內水壓下雙層襯砌仍保持絕大部分位置受壓，結構處于安全狀態.

3）在預應力張拉階段，管片襯砌和預應力襯砌會脫開，二者接觸壓力接近零，不考慮其相互作用；在運行階段，脫開區域逐漸閉合，二者接觸壓力充分傳遞，相互作用強度較高，雙層襯砌結構協調承載變形.

4）隨著預應力的逐級張拉，雙層襯砌結構位移線性增加，張拉完成時，結構的位移值和截面橢圓率分別達到 1.37mm，0.012%o ;施加內水壓后，結構產生相反方向的位移，在設計內水壓下的位移值和截面橢圓率分別為 1.30mm.0.20%o

5）在外水土壓力、預應力以及內水壓的作用下，雙層襯砌結構的漸進性損傷經歷了初始彈性階段和細觀損傷階段，結構從內部缺陷壓密到逐漸出現損傷，但并未出現宏觀裂紋，處于安全狀態.

本次模型試驗將原型隧道雙層雙圈布置的鋼絞線簡化為單根布置，導致預應力作用的力學模式改變，預壓應力的分布與實際存在一定誤差.此外，試驗未真實還原鋼絞線預應力張拉的施工器具和方法，導致室內試驗的預應力張拉施工損失與原型不符，引起最終有效預應力的差異.上述因素是試驗誤差的主要來源，為完善試驗結果，需要今后進一步研究與驗證.

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