内张钢圈加固盾构隧道结构极限承载力的足尺试验研究_毕湘利

第47卷第11期2014年11月
土木工程学报
CHINA CIVIL ENGINEEＲING JOUＲNAL
Vol．47Nov．No．112014
基金项目：上海市科学技术委员会重大科技攻关项目（11231201400）作者简介：毕湘利，博士，教授级高级工程师收稿日期：2013-
09-27内张钢圈加固盾构隧道结构极限承载力的
足尺试验研究
毕湘利
1
柳献
2
王秀志
1
鲁亮
2
朱雁飞
3
（1．上海申通地铁集团有限公司，上海201103；2．同济大学，上海200092；
3．上海隧道工程股份有限公司，上海200082）
摘要：为提高既有盾构隧道结构的极限承载力，
以通缝拼装盾构隧道结构为对象，设计了两种加固类型的足尺试验。

对试件进行了模拟上部堆载作用下的静力加载试验，分析了结构整体的受力过程、破坏模式和极限承载力等，考察了内张钢圈加固方法对于提高结构受力性能的作用。

研究表明：内张钢圈加固方法是一种合理有效的加固方法，能显著提高既有盾构隧道的整体刚度和承载能力；采用整环或半环方式加固后盾构隧道结构的受力性能相近，加固结构的破坏模式均是由于局部粘结失效所导致的结构破坏。

关键词：盾构隧道；加固；足尺试验；破坏机理；极限承载力；二次受力中图分类号：U451
文献标识码：A
文章编号：1000-
131X （2014）11-0128-10Experimental study on the ultimate load-bearing capacity of deformed
segmental tunnel linings strengthened by steel plates
Bi Xiangli 1
Liu Xian 2
Wang Xiuzhi 1
Lu Liang 2
Zhu Yanfei 3
（1．Shanghai Shentong Metro Group Co．，Ltd．，Shanghai 201103，China ；2．Tongji University ，Shanghai 200092，China ；
3．Shanghai Tunnel Engineering Co．，Ltd．，Shanghai 200082，China ）
Abstract ：In order to develop an effective strengthening method to increase the load-carrying capacity of deformed segmental tunnel linings ，full-scale tests are conducted on the linings strengthened by steel plates．The design of tested linings and the loading scheme are introduced．The bearing capacity and failure mechanism of the tested strengthened linings are discussed and analyzed．It is found that the bonded steel plate is effective and practical for strengthening the segmental tunnel linings．By this method ，both the ultimate load-bearing capacity and overall stiffness of structures are increased．The behaviors under loading are similar to linings strengthened by full-ring and semi-ring steel plates．The failure modes of strengthened linings are both due to local bond failure between steel plates and segments．
Keywords ：shield tunnel ；strengthening ；full-scale test ；failure mechanism ；ultimate bearing capacity ；quadratic loading E-mail ：xian．liu@tongji．edu．cn
引言
由于具有绿色环保、
机械化程度高、不受气候条件影响等优势，采用预制管片现场拼装的盾构隧道已成为当今城市轨道交通等市政基础设施的重要结构形式。

然而，在轨道交通运营维护过程中，发现部分运营盾构隧道存在着不同程度的病害，如管片局部破
损、隧道结构整体大变形等［1］。

此外，由于周边环境扰动所引发隧道受损的工程案例也时有发生。

鉴于运营轨道交通对城市公共客运交通和城市正常运转
的重要性，有必要针对盾构隧道结构的破坏特征，为现有盾构隧道结构寻求行之有效的加固方法。

针对隧道病害的治理，国内外已有一定的研究。

关宝树等对既有铁路隧道实际病害情况进行了分析，
并对各加固方式的进行了比较［2］。

Toshihiro Asakura 等对日本铁路隧道的结构变形治理问题进行了研究，
对日本铁路隧道变形治理对策进行了介绍［3］。

竺维彬等总结了盾构隧道管片开裂的案例，并提出了相应
的治理方案
［4-5］。

可以看出，目前对隧道病害治理的研究主要集中在以矿山法为主的公路和铁路隧道；对于以盾构法为主的城市地铁隧道，相关研究则大多局限于管片开裂、渗水等局部破损，针对盾构隧道结构大变形治理的研究并不多见。

与此同时，针对盾构隧道中出现的大变形问题，当前工程中逐渐总结出内张钢圈加固盾构隧道结构
第47卷第11期毕湘利等·内张钢圈加固盾构隧道结构极限承载力的足尺试验研究·129·
的方法。

这种加固方法在实施上与建筑工程中黏钢加固工法类似，但由于盾构隧道结构特定的力学行为和破坏机制，采用内张钢圈加固后结构的整体承载性能和破坏机制等仍尚不清晰，有必要开展系统的研究。

足尺试验是全面了解结构承载性能的研究手段之一。

结合具体的工程背景，国内外针对建造阶段盾构隧道在施工或设计荷载下的受力与变形性能开展了一定的研究工作［6-10］；近来针对周边环境扰动下盾构隧道的破坏机制及其特点也进行了深入的试验研究［11］。

对采用内张钢圈加固后盾构隧道结构的承载性能，尚未有系统的研究报导。

本文针对采用内张钢圈加固后的足尺结构，通过模拟隧道上覆土层不断增加的过程，进行了静力加载试验。

从结构受力全过程、破坏模式及极限承载力等方面考察了内张钢圈对于提高盾构结构受力性能的作用并研究其机制。

区别于之前已开展的足尺试验研究，本文工作拟探明加固后盾构隧道结构的极限承载能力；试验中存在着试验加载大、结构变形大、持荷状态下进行结构加固并进行二次加载，以及试验过程控制难度大等技术难点。

如下将具体介绍内张钢圈加固盾构隧道结构的方法、本次足尺试验研究的方案设计、及主要的试验结果，并对内张钢圈加固盾构隧道结构的极限承载力进行了初步分析和讨论。

1内张钢圈加固方法
内张钢圈加固盾构隧道方法主要用于治理运营隧道顶部堆载、周边基坑卸载等不利情况下隧道结构所产生的大变形问题。

钢圈加固过程主要包括拱底块牛腿凿除、钢板定位及环氧树脂灌注等步骤。

按其适用对象的不同，内张钢圈加固方法可分为整环加固和半环加固方式两种，分别如下所述。

1．1整环加固方式
整环加固方式如图1所示。

加固隧道所用钢圈由6块钢板组成，每分块对应60ʎ范围。

钢板厚度为20mm，宽度为850mm，沿管片环向中线进行加固，各钢板间采用电焊连接。

钢板与混凝土间隙用于灌注环氧树脂。

1．2半环加固方式
半环加固方式如图2所示。

加固所用钢板也由6块组成，连接牛腿的钢板厚度为30mm，其余四块钢板厚度为20mm，宽度为850mm，沿管片环向中线进行加固，各钢板间采用电焊连接。

在拱底块道床附近布置钢牛腿，用以连接钢板，并在道床上布置两根钢拉杆接连两端牛腿。

钢板与混凝土间隙用于灌注环氧树脂。

图1整环加固隧道结构示意图
Fig．1Full-ring steel plate reinforcement of shield
tunnel
图2半环加固隧道结构示意
Fig．2Semi-ring steel plate reinforcement of shield tunnel
2试验方案
2．1试验试件
试验研究所采用的试件参照上海地铁中埋（即隧道顶部至自然地面的垂直距离为15m）通缝拼装盾构隧道制作，如图3所示。

其外直径为6200mm，内直径为5500mm，管片厚350mm，环宽1200mm。

全环分为六块，包括一个封顶块（F块）、两个邻接块（L1和L2块）、两个标准块（B1和B2块）和一个拱底块（D块）。

其中，封顶块圆心角为16．0ʎ，两邻接块和标准块圆心角均为65．0ʎ。

管片内配筋及构造均参照实际工程施工图设置，管片混凝土强度等级为C55，钢筋采用HPB235级、HＲB335级钢，主筋净保护层取50mm。

块与块间采用12根5．8级M30的直螺栓连接。

2．2加载系统
2．2．1水平加载系统
水平加载系统如图4所示，沿隧道环共设置24个加载点来模拟分布荷载。

所有加载点荷载汇于中心钢环，构成自平衡加载系统；每个加载点由一个荷载分配梁、一个持荷梁和两个钢拉杆构成。

持荷梁的作用是作为主动加压的垫梁，用于保证荷载沿竖向力求
·130·土木工程学报2014年
均匀。

加载系统所能提供的最大水平荷载为100t /点，单点最大位移为400mm 。

此外，在试件底部与支座钢面板间设置192个圆钢球，以形成摩阻力小的滚动支承条件。

图3
试验试件示意
Fig．3
Experimental segmental
tunnel
图4
加载装置布置平面示意
Fig．4
Loading device
2．2．2变形保持系统
为保持隧道结构的变形以便开展内张钢圈施工，同时考虑到加固结构的二次加载，设计了试验隧道变形保持系统。

该系统为此类试验首次使用，如图5所示。

其作用为：
（1）加载时作为垫梁，保证荷载沿竖向均匀。

（2）在千斤顶停止工作状态下，作为被动受压的反力梁，通过螺帽锁紧持荷梁为管片提供反力，
从而
图5保载装置示意Fig．5
Load-keeping device
保持试件的变形量，以利于内张钢圈加固施工。

加固操作完成后，松开保载装置，继续进行加固后盾构隧道结构的承载试验。

2．3加载方案
加载系统中通过24点的集中荷载来模拟实际盾构隧道结构所承受的地层抗力、水土压力和地面超载等荷载。

24个加载点按对称原则分为三组（见图6），即P1（6个加载点）、
P2（10个加载点）和P3（8个加载点）。

试验加载采用液压加载系统，组内每点荷载值相同，加载时完全同步。

试验前对实际运营和试验条件下隧道结构的变形和内力进行对比分析，并基于变形和控制截面内力等效的原则来设计试验荷载。

图6环向荷载分组示意Fig．6Load distribution
试验过程中，加载模式采用先荷载控制后位移控制的混合加载模式。

即综合预估破坏荷载和实时监
控情况，在加载初期采用分级加载和数据间隙采集的方式；在出现非线性后，则采用连续加载和数据连续采集方式直至试验结束。

整个加载程序分为三个阶段，各阶段中P 1、
P 2和P 3的关系如下：
（1）由0kN 加载至试验加固点：此过程中P 1每级
增量为30kN ，保持P 2=0．65ˑP 1、P 3=0．5ˑ（P 1+P 2）；此阶段加载方式为荷载控制。

（2）继续加载至P 2达到被动土压力：此阶段中
P 1每级增量为5kN ，保持P 2=0．65ˑP 1、P 3=0．5ˑ（P 1+P 2）；此阶段加载方式为荷载控制。

（3）继续加载至试验极限状态：此阶段中荷载P 2维持被动土压力值不变，P 1按每级5kN 逐级增加，保
持P 3=0．5ˑ（P 1+P 2）；此阶段加载方式为先荷载
控制，后位移控制。

2．4测试方案
试验过程中量测的内容包括：结构整体位移、内
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外侧混凝土或钢板应变、接缝螺栓应变、接缝内外侧张开和错动，同时观测各级荷载下管片表面裂缝和接缝破损的发展情况。

各物理量测试传感器布置原则如下：
（1）结构周边径向位移。

从封顶块开始，沿隧道圆周以顺时针方向每15ʎ布设1个差动变压器式位移传感器进行量测。

（2）结构内力。

以10ʎ为单位在管片内、外侧对称布设环向电阻应变片，测试内外侧应变值。

（3）接缝张开。

在管片接缝内、外侧各布置布设4个差动变压器式位移传感器进行量测。

（4）接缝错动。

在管片接缝内、外侧各布置布设2个差动变压器式位移传感器进行量测。

（5）接缝螺栓内力。

每根连接螺栓两侧切槽，并对称布设应变片，测试接缝螺栓应变值，以此计算连接螺栓内力。

（6）黏结面相对滑移。

在黏结面两边各布置布设2个差动变压器式位移传感器进行量测。

上述测点的数值范围、精度与数量汇总于表1。

表1测点汇总表
Table1Summary of measuring points
测点名称量测数值范围精度数量（点）整环径向位移－150 150mm0．1mm14钢板及混凝土应变－40 3MPa0．1MPa160接缝张开－20 100mm0．1mm24
接缝错动－20 20mm0．01mm12
螺栓应力0 480MPa0．1MPa24
相对滑移量－20 20mm0．01mm12
裂缝观测—0．01mm—
数量（点）总计246
除裂缝观测外，不论是钢筋及混凝土应变、螺栓应力还是接缝张开或错动，都采用静态应变电测法。

由箔式应变计、电子位移传感器将试件被测机械量（应变、位移等）转换成相应电信号后，接入数据采集仪。

3破坏过程及破坏形态
由于内张钢圈加固后的隧道属于二次受力结构，故将试验分为未加固与加固两个阶段。

在未加固阶段，试验隧道在荷载作用下达到预设变形后（加固点），通过变形保持系统保持结构的变形，同时进行内张钢圈加固施工。

加固阶段试验以加固点为起点，持续加载直至结构达到承载力极限状态。

下文将主要介绍加固阶段结构的破坏过程及破坏形态。

3．1整环加固方式
3．1．1结构变形
结构变形达到试验加固点时，管片顶部与底部向管片中心变形，腰部向管片外部变形，整体变形呈左右对称的“横鸭蛋”形态。

加固试验阶段，随着荷载的增加，结构变形变化较小。

如图7所示，荷载P1由372kN加载至586kN 时的变形图基本重合。

当荷载P1超过586kN后，加固结构封顶块附件的钢板脱开，结构变形在荷载不变的情况下持续增加，达到承载力极限，当管片顶底相对变形127mm时结束试验。

图7隧道结构整体变形玫瑰图
Fig．7Ｒose diagram of overall deformation
3．1．2管片裂缝
未加固试验阶段，隧道表面已有裂缝开展。

裂缝主要分布在邻接块L2与标准块B2的外弧面，以及拱底块D的内弧面，裂缝沿管片宽度方向发展，宽度均在0．1 0．2mm之间。

加固试验阶段，随着荷载的增加，管片外弧面裂缝数目继续增加。

当荷载P1达到586kN时，邻接块L1与L2沿管片宽度方向出现贯通裂缝，宽度在0．1 0．2mm之间。

试验结束时，观测发现管片外弧面裂缝集中在邻接块L1与L2、标准块B1与B2附近，且在270ʎ位置附近出现了多条贯通裂缝，宽度在0．2mm左右；内弧面裂缝集中在拱底块位置，裂缝密集且贯通，宽度大多在0．2mm左右。

3．1．3混凝土应变
加固试验阶段，混凝土应变测点沿隧道外弧面布置。

试验数据表明隧道顶部330ʎ至30ʎ、底部150ʎ至220ʎ范围内的外弧混凝土受压，腰部60ʎ至140ʎ、240ʎ至290ʎ范围内的外弧混凝土受拉。

各应变测点的发展规律基本一致：当荷载P1由372kN逐级增加至586kN时，混凝土应变发展缓慢；当
·132·土木工程学报2014年
荷载P 1达到586kN 时，
混凝土应变剧增，应变曲线出现拐点，并进入平台段。

图8给出了隧道外弧面176ʎ和280ʎ处混凝土应变随荷载P 1的发展曲线，其中以混凝土受拉为正，受压为负。

图8典型测点荷载-混凝土应变发展曲线Fig．8
Load-strain curve of typical points
3．1．4钢板应变
加固试验阶段，钢板应变测点沿隧道内弧面布
置。

试验数据表明隧道顶部340ʎ至60ʎ、底部140ʎ至230ʎ范围内的钢板受拉，腰部70ʎ至120ʎ、260ʎ至330ʎ范围内的钢板受压。

各应变测点的发展规律基本一致：荷载P 1为372kN 时，所有测点应变为0；当荷载P 1由418kN 逐级增加至586kN 时，钢板应变缓慢发展；当荷载P 1达到586kN 时，钢板应变剧增，应变曲线出现拐点，并进入平台段。

图9给出了隧道内弧面176ʎ和280ʎ处钢板应变随荷载P 1的发展曲线，其中以钢板受拉为正，受压为负。

试验结束时，试验数据表明隧道0ʎ至10ʎ、
70ʎ至80ʎ、及280ʎ至290ʎ范围内的钢板进入屈服平台，但钢板表面及焊缝处并无明显破坏现象。

图9典型测点荷载-钢板应变发展曲线Fig．9
Load-strain curve of typical points
3．1．5管片接缝
试验结构各接缝的荷载-张开曲线如图10所示，
图中接缝以张开为正，压紧为负。

加固试验初期，各
接缝张开量均无明显变化，也没有明显破坏现象发生。

当荷载P 1达到586kN 时，8ʎ接缝张开量发生突变，内侧张开而外侧压紧，接缝外侧受压区混凝土进一步破坏，出现掉块现象；73ʎ与287ʎ接缝张开量同时发生突变，内侧压紧而外侧张开，接缝内侧出现少量掉块。

试验结束时，8ʎ接缝外侧受压区保护层厚度内的混凝土已完全脱落，但尚未延伸至混凝土核心区；73ʎ与287ʎ接缝出现少量掉块现象。

而352ʎ、138ʎ与222ʎ接缝在整个加固试验阶段中张开量均无明显变化，且没有明显破坏现象出现。

图10各接缝荷载-张开曲线Fig．10
Load-extending curve of joints
3．1．6
连接螺栓
图11给出了接缝处螺栓的荷载-应变曲线。

如图
所示，从加固点至荷载P 1达586kN 前，各连接螺栓应
变发展较为缓慢；当荷载P 1达到586kN 时，8ʎ、73ʎ与287ʎ接缝连接螺栓中拉应变迅速发展并进入屈服状态，其他接缝处连接螺栓应变较小，均未达到屈服
状态。

3．1．7
黏结面滑移
图12给出了试验钢板-混凝土黏结滑移曲线，其
中滑移量为正表示钢板相对管片逆时针转动，为负表
示钢板相对管片顺时针转动。

如图所示，加固试验初期，钢板与混凝土黏结良好，没有滑移与剥离现象出现，各测点黏结滑移量基本无变化；当荷载P 1为586kN 时，发现8ʎ至40ʎ、及70ʎ附近钢板与混凝土黏结面上部开始滑移，表明钢板和混凝土黏结失效；且各测点黏结滑移量和失效范围不断增大，直至试验结束。

试验结束后，观测发现钢
板与混凝土黏结面320ʎ至70ʎ、210ʎ至290ʎ范围内出现黏结破坏。

3．2
半环加固方式3．2．1
结构变形
加固试验阶段，随着荷载的增加，结构变形变化较
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·
图11各接缝连接螺栓荷载-应变曲线Fig．11
Load-strain curve of bolt of
joints
图12钢板-混凝土黏结滑移曲线
Fig．12
Load-slip curve
小。

如图13所示，荷载P 1由446kN 加载至560kN 时
的变形图基本重合。

当荷载P 1超过560kN 后，加固结构封顶块附件的钢板脱开，结构变形在荷载不变的情况下持续增加，达到承载力极限，当管片顶底相对变形115mm 时结束试验。

3．2．2
管片裂缝
未加固试验阶段，裂缝主要分布在邻接块L2外弧面，以及拱底块D 的内弧面，裂缝沿管片宽度方向发展，宽度均在0．1 0．2mm 之间。

图13隧道结构整体变形玫瑰图
Fig．13
Ｒose diagram of overall deformation
加固试验阶段，
随着荷载的增加，管片外弧面裂缝继续增加。

当荷载P 1达到560kN 时，邻接块L2与标准块B2沿管片宽度方向出现贯通裂缝，宽度在0．1 0．2mm 之间。

试验结束时，观测发现管片外弧面裂缝主要集中在邻接块L2、标准块B2附近；内弧面裂缝仍然集中在拱底块位置，裂缝密集且贯通，宽度大多在0．1 0．2mm 之间。

3．2．3
混凝土应变
试验数据表明隧道顶部330ʎ至30ʎ、底部150ʎ至220ʎ范围内的外弧混凝土受压，腰部50ʎ至120ʎ、240ʎ至300ʎ范围内的外弧混凝土受拉。

各应变测点的发展规律基本一致：当荷载P 1由446kN 逐级增加至560kN 时，混凝土应变发展缓慢；当荷载P 1达到560kN 时，混凝土应变剧增，应变曲线出现拐点，并进入平台段。

图14给出了隧道外弧面102ʎ和352ʎ处混凝土应变随荷载P 1的发展曲线。

图14典型测点荷载-混凝土应变发展曲线Fig．14
Load-strain curve of typical points
3．2．4
钢板应变
试验数据表明隧道顶部320ʎ至30ʎ、底部130ʎ至
220ʎ范围内的钢板受拉，腰部60ʎ至120ʎ、240ʎ至300ʎ范围内的钢板受压。

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应变测点的发展规律基本一致：荷载P 1为446kN 时，所有测点应变为0；当荷载P 1由438kN 逐级增加至560kN 时，钢板应变缓慢发展；当荷载P 1达到560kN 时，钢板应变剧增，应变曲线出现拐点，并进入平台段。

图15给出了隧道内弧面102ʎ和352ʎ处钢板应变随荷载P 1的发展曲线。

试验结束时，试验数据表明隧道350ʎ至0ʎ、
60ʎ至80ʎ、及280ʎ至290ʎ范围内的钢板进入屈服平台，但钢板表面及焊缝处并无明显破坏现象。

图15典型测点荷载-钢板应变发展曲线Fig．15
Load-strain curve of typical points
3．2．5
管片接缝
如图16所示，加固试验初期，各接缝张开量均无
明显变化，也没有明显破坏现象发生。

当荷载P 1达
到560kN 时，352ʎ接缝张开量出现明显变化，内侧继续张开而外侧压紧，接缝外侧受压区混凝土出现部分
掉块现象；73ʎ与287ʎ接缝张开量同时发生突变，内侧压紧而外侧张开；138ʎ接缝张开量明显变化，内侧继续
张开而外侧压紧。

试验结束时，
352ʎ接缝外侧受压区保护层厚度内的混凝土已完全脱落，但尚未延伸至混
凝土核心区；8ʎ接缝外侧混凝土已压酥；73ʎ与287ʎ外弧面均张开较大，且内弧面严重压碎；138ʎ接缝外侧受压区混凝土压碎。

而222ʎ接缝在整个加固试验阶段中张开量均无明显变化，且没有明显破坏现象出现。

图16138ʎ与222ʎ接缝荷载-张开曲线
Fig．16
Load-extending curve of joint 138ʎ/222ʎ
3．2．6
连接螺栓
如图17所示，从加固点至荷载P 1达560kN 前，各连接螺栓应变发展较为缓慢；当荷载P 1达到560kN
时，
352ʎ与73ʎ接缝连接螺栓中拉应变迅速发展并进入屈服状态，其他接缝处连接螺栓应变较小，均未达到屈服状态。

图17各接缝连接螺栓荷载-应变曲线Fig．17
Load-strain curve of bolt of joints
3．2．7
黏结面滑移
如图18所示，加固试验初期，钢板与混凝土黏结
良好，没有滑移与剥离现象出现，各测点黏结滑移量
基本无变化；当荷载P 1为560kN 时，
340ʎ附近范围内钢板与混凝土黏结面开始滑移且伴随剥离，各测点黏
结滑移量及剥离量开始增大；
随后各测点黏结滑移量
图18
钢板-混凝土黏结滑移曲线
Fig．18
Load-slip curve
第47卷第11期毕湘利等·内张钢圈加固盾构隧道结构极限承载力的足尺试验研究·135·
和失效范围不断增大，
直至试验结束。

试验结束后，观测发现钢板与混凝土黏结面270ʎ至40ʎ、120ʎ至140ʎ、及220ʎ至230ʎ范围内出现黏结破坏。

4
分析与讨论
4．1
破坏模式分析4．1．1
整环加固方式
试验研究所测得隧道径向位移变化规律基本一致，图19给出了整环加固隧道结构荷载与整体位移关系曲线，其中横坐标取隧道结构0ʎ至180ʎ方向直径的变化量（收敛变形）。

图19
整环加固试验荷载-变形曲线
Fig．19
Load-displacement curve of reinforced tunnel
由图19可知，在加固试验初期，即试验加固点至
荷载P 1达到586kN 前，钢板与混凝土管片黏结良好，两者共同承载，隧道的整体结构刚度相对于未加固阶段有显著提高，表现为荷载逐级增加时，结构的变形缓慢发展。

当荷载P 1达586kN 时，随着加固结构8ʎ至40ʎ附近钢板与混凝土之间局部发生黏结滑移破坏（如图20），之前作为整体共同承载的结构已失效，荷载将转为由钢板与混凝土管片各自承担，结构整体刚度迅速下降，试验曲线进入平台段。

图208ʎ至40ʎ附近钢板与混凝土发生黏结滑移破坏Fig．20
Slipping between segments and steel plate happened around 8ʎ 40ʎposition
当荷载P 1达586kN 后，
在维持荷载P 1不变的情况下结构变形持续发展，荷载由钢板与混凝土管片各自承担，局部黏结失效处的钢板受力显著增加，失效范围不断扩展，部分钢板进入屈服阶段；脱开后独自受力管片本体、接缝和连接螺栓的受力也显著增加，8ʎ和352ʎ接缝处混凝土产生受压破坏。

4．1．2
半环加固方式
图21给出了半环加固隧道结构荷载与整体位移
关系曲线。

图21
半环加固试验荷载-位移曲线
Fig．21
Load-displacement curve of reinforced tunnel
由图可知，
在加固试验初期，即试验加固点至荷载P 1达到560kN 前，钢板与混凝土管片黏结良好，两者共同承载，隧道的整体结构刚度相对于未加固阶段有显著提高，荷载逐级增加时，结构的变形缓慢发展。

当荷载P 1达560kN 时，随着加固结构340ʎ附近钢板与混凝土之间局部发生黏结滑移破坏（如图22），之前作为整体共同承载的结构已失效，荷载将转为由钢板与混凝土管片各自承担，结构刚度迅速下降，试验曲线进入平台段。

图22340ʎ附近钢板与混凝土发生黏结滑移破坏Fig．22
Slipping between segments and steel plate happened around 340ʎposition
当荷载P 1达560kN 后，
在维持荷载P 1不变的情况下结构变形持续发展，荷载由钢板与混凝土管片各
·136·土木工程学报2014年
自承担，局部黏结失效处的钢板受力显著增加，失效范围不断扩展，部分钢板进入屈服阶段；脱开后独自受力管片本体、接缝和连接螺栓的受力也显著增加，8ʎ和352ʎ接缝处混凝土产生受压破坏。

从上述整环加固和半环加固方式的破坏过程分析中可以看出，内张钢圈加固隧道结构破坏起于封顶块处钢板和管片的黏结失效；局部黏结失效后，结构整体刚度迅速下降，变形形式发生突变，承载能力丧失。

可以认为，其破坏模式是由于黏结强度问题而引发结构刚度的降低，从而所导致的结构失稳。

此外，从试验破坏过程及破坏形态来看，在加固结构局部黏结失效前，结构变形和钢板应变等呈现出出较的对称性；局部黏结失效时，失效部位受内张钢圈加固施工质量和环氧树脂本身性能等的影响，存在着一定的随机性；黏结失效后，结构内力的重分布会导致失效区域不断扩展，原有传力机制失效，从而导致破坏后结构变形等的不对称性。

4．2承载能力分析
定义内张钢圈加固结构发生局部黏结失效时的荷载为加固隧道结构的极限承载力，并定义加固结构与未加固结构极限荷载［11］的比值，为加固结构的极限承载力提高率。

此外，荷载-位移曲线中（图19和图21）的切线模量反映了结构的承载变形能力，定义试验荷载-位移曲线中加固前后切线模量的比值，为加固结构的刚度提高率。

试验数据列于表2。

表2结构承载能力
Table2Bearing capacity of experimental rings 试验工况P1（kN）极限承载力提高率刚度提高率整环加固方式5861．30820．919
半环加固方式5601．25018．505
从表2可以看出，内张钢圈加固方法可提高隧道结构的极限承载力，并可有效提高结构的刚度，从而可有效遏制未加固隧道的变形。

此外，定义结构极限承载力时所对应的收敛变形为结构的极限变形，整环加固方式和半环加固方式下结构的极限变形分别为138mm和121．5mm，较加固点变形的增幅并不明显（分别为8．7%和5．1%），表明加固后结构的刚度有明显提升，也放映出加固结构的破坏具有一定的脆性特征。

4．3加固方式比较
两种加固方式的区别在于隧道道床处钢板连接的处理。

受施工条件的制约，半环加固方式内张钢圈在道床处无法封闭成整环，故将钢板焊接于道床处的钢牛腿，并在道床上布置两根钢拉杆接连两端的钢牛腿，从而在构造上使内张钢圈能形成封闭的传力路径。

图23提供了半环加固方式道床上钢拉杆的内力，以及整环加固方式对应位置钢板的内力。

从图23可以看出，整环加固时拱底块附近的钢板在二次受力后呈受拉状态，且到极限荷载时，钢板应力仍处于弹性受力阶段。

半环加固方式中钢拉杆的受力模式和整环钢板较为接近，表现为二次受力后拉杆受拉，至极限荷载时，拉杆也处于弹性工作状态。

图23176ʎ截面整环试验钢板及半环试验钢拉杆应变
Fig．23Stress of steel plate around176ʎposition in
full-ring test and semi-ring
test
图24140ʎ截面整环试验及半环试验钢板应变
Fig．24Stress of steel plate around140ʎposition in
full-ring test and semi-ring test
两种加固方式在牛腿附近钢板受力发展如图24所示。

二次受力后，牛腿附近钢板呈受拉状态，到极限荷载时钢板应力仍处于弹性受力阶段。

以上分析结果表明：半环加固方式在道床设置钢牛腿和对拉钢杆有效受力，可有效传递加固结构的荷载，牛腿附近的钢板受力一致，说明所采用的构造方式使内张钢圈能形成封闭的传力路径，是一种有效的构造方式。

考虑到足尺试验误差的影响，尽管两种加固方式的承载能力在数值上有所区别，但从破坏模式、承载能力提高的趋势和幅度上，两种加固方式并未体现出本质的区别。