第２９卷第２期 ２０１０年４月 河南理工大学学报（自然科学版） ＪＯＵＲＮＡＬ ＯＦ ＨＥＮＡＮ ＰＯＬＹＴＥＣＨＮＩＣ ＵＮＩＶＥＲＳＩＴＹ（ＮＡＴＵＲＡＬ ＳＣＩＥＮＣＥ） ＶＯｌ＿２９ ＮＯ．２ Ａｐｒ．２０１０ 三峡翻坝公路秋千坪隧道塌方的岩体稳定性分析 李 桂 ，杨健辉 ，魏加志 ，牛海成 ，茹忠亮 （１．河南理工大学土木工程学院，河南焦作４５４０００；２．中铁十一局一公司，武汉４３００７２） 摘要：由于地质构造作用以及风化作用，在隧道施工中经常会遇到局部围岩较差的地段，这 也是工程事故的多发地段．２００９年２月，三峡翻坝公路秋千坪隧道在施工以及塌方的处理 过程中，先后产生过２次大面积的塌方．针对塌方的地质构造及实际塌方情况，对已经产生 失稳的岩体进行了稳定性分析，其结论是地下水以及施工工艺不当，是造成２次连续塌方的 主要原因，并根据这些原因给出了类似工程的事前预防处理方法． 关 键 词：公路隧道；塌方；岩体；稳定性分析 中图分类号：Ｕ４５７．２ 文献标识码：Ａ 文章编号：１６７３—９７８７（２０１０）０２—０２３９—０６ Ｓｔａｂｉｌｉｔｙ Ａｎａｌｙｓｉｓ ｏｆ ｒｏｃｋ ｍａｓｓ ｆｏｒ Ｑｉｕｑｉａｎｐｉｎｇ ｔｕｎｎｅｌ ｃｏｌｌａｐｓｅ ａｔ ｔｈｅ Ｓａｎｘｉａ ｄａｍ ｃｒｏｓｓｉｎｇ ｏｆ ｔｈｅ Ｓａｎｘｉａ ｆｒｅｅｗａｙ ＬＩ Ｇｕｉ ，ｒＡＮＧ Ｊｉａｎ—ｈｕｉ ，ＷＥＩ Ｊｉａ—ｚｈｉ ，ＮＩＵ Ｈａｉ—ｃｈｅｎｇ ，ＲＵ Ｚｈｏｎｇ—ｌｉａｎｇ （１．Ｓｃｈｏｏｌ ｏｆ Ｃｉｖｉｌ Ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ，Ｈｅｎａｎ Ｐｏｌｙｔｅｃｈｎｉｃ Ｕｎｉｖｅｒｓｉｔｙ，Ｊｉａｏｚｕｏ ４５４０００，Ｈｅｎａｎ，Ｃｈｉｎａ；２．Ｎｏ．１ Ｃｏｍｐａｎｙ ｏｆ Ｃｈｉｎａ Ｒａｉｌｗａｙ １ １ ｔｈ Ｂｕ— ｒｅａｕ，Ｇｒｏｕｐ Ｃｏ．，Ｌｔｄ，Ｗｕｈａｎ ４３００７２，Ｃｈｉｎａ） Ａｂｓｔｒａｃｔ：Ｖａｒｉａｔｉｏｎｓ ｉｎ ｓｔｒｕｃｔｕｒａｌ ｓｔｒｅｎｇｔｈ ａｎｄ ｓｔａｂｉｌｉｔｙ ｃａｕｓｅｄ ｂｙ ｉｎｈｅｒｅｎｔ ｉｎ ｇｅｏｌｏｇｙ ｏｆ ｔｈｅ ａｒｅａ，ｗｅａｔｈｅｒｉｎｇ ａｎｄ ｅｒｏｓｉｏｎ ａｒｅ ｏｆｔｅｎ ｅｎｃｏｕｎｔｅｒｅｄ ｄｕｒｉｎｇ ｔｈｅ ｐｒｏｃｅｓｓ ｏｆ ｔｕｎｎｅｌ ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ；ａｎｄ ｗｅａｋｅｒ ｓｅｃｔｉｏｎｓ ａｒｅ ｗｈｅｒｅ ｅｎ— ｇｉｎｅｅｒｉｎｇ ｆａｉｌｕｒｅｓ ｍｏｓｔ ｆｒｅｑｕｅｎｔｌｙ ｏｃｃｕｒ．Ｉｎ Ｆｅｂｒｕａｒｙ ２００９，ｔＷＯ ｂｉｇ ａｒｅａ ｔｕｎｎｅｌ ｃｏｌｌａｐｓｅ ｓｅｃｔｉｏｎｓ ｏｃｃｕｒｒｅｄ ｄｕｒ－ ｉｎｇ ｔｈｅ ｃｏｎｓｔｒｕｃｔｉｏｎ ｏｆ ｔｈｅ Ｑｉｕｑｉａｎｐｉｎｇ ｔｕｎｎｅｌ ａｔ ｔｈｅ Ｓａｎｘｉａ Ｄａｍ ｃｒｏｓｓｉｎｇ ｏｆ Ｓａｎｘｉａ Ｆｒｅｅｗａｙ．Ａｉｍｍｅｄ ａｔ ｔｈｅ ｇｅｏｌｏｇｉｃａｌ ｓｔｒｕｃｔｕｒｅ ａｎｄ ｃｏｎｄｉｔｉｏｎｓ ｏｆ ｐｒａｃｔｉｃａｌ ｃｏｌｌａｐｓｅ，ｔｈｅ ｓｔａｂｉｌｉｚａｔｉｏｎ ｏｆ ｔｈｅ ｃｏｌｌａｐｓｅ ｒｏｃｋ ｍａｓｓ ｈａｄ ｂｅｅｎ ａｎａｌｙｚｅｄ，ｉｔ ｓｈｏｗｓ ｔｈａｔ ｔｈｅ ｍａｉｎ ｃａｕｓｅｓ ｏｆ ｔｈｅ ｔｗｉｃｅ ｃｏｌｌａｐｓｅｓ ａｒｅ ｇｒｏｕｎｄ ｗａｔｅｒ ａｎｄ ｉｎａｄｅｑｕａｔｅ ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ ｍｅａｓｕｒｅｓ，ｗｈｉｃｈ ｃａｎ ｂｅ ｒｅｃｏｍｍｅｎｄｅｄ ｐｒｅｖｅｎｔａｔｉｖｅ ｍｅａｓｕｒｅｓ ｔｏ ｄｅａｌ ｗｉｔｈ ｔｈｅｓｅ ｉｓｓｕｅｓ ｉｎ ｓｉｍｉｌａｒ ｅｎｇｉｎｅｅｒｉｎｇ ｓｉｔＬｌｔａｔｉｏｎｓ Ｋｅｙ ｗｏｒｄｓ：ｆｒｅｅｗａｙ ｔｕｎｎｅｌ；ｃｏｌｌａｐｓｅ；ｒｏｃｋ ｍａｓｓ；ｓｔａｂｉｌｉｔｙ ａｎａｌｙｓｉｓ ０ 引 言 我国的隧道建设技术在不断地提高并渐趋成熟，但还不能完全适应我国隧道发展的要求 ．尤 其是关于岩体稳定性的问题，目前仍然是一个难于判断的问题，这也是造成隧道塌方等工程事故的主 要原因 Ｉ７ ． 三峡翻坝公路秋千坪隧道位于构造剥蚀的中低山区，大致由西北向南东展布，走向为１１４～ 收稿日期：２０１０一Ｏｌ—ｌＯ 基金项目：国家自然科学基金资助项目（５０８０４０１４）；河南理工大学重点学科固体力学学科资助项目（５０９９０２）；河南理工大学 博士基金资助项目（６４８２—２４）． 作者简介：李桂（１９８２一），男，河南信阳人，主要从事岩土和混凝土本构关系研究． Ｅ—ｍａｉｌ：ｌｇ８２１１３０＠１６３．ｃｏｒｎ 河南理工大学学报（自然科学版） ２０１０年第２９卷 １３０。．地势为中间高陡，两边低缓．自然坡角为１４～１５。，局 ２２水泥砂浆锚杆，Ｌ＝２５０ ｃｍ 部稍陡．区内植被发育，缓坡地带有大量房屋及水塘．隧道 纵环向间距１２０×１２０，梅花型布置 最大埋深为４９５ ｍ，隧道底板设计标高为２１０．０—２４１．０ ｍ， 而隧道进出口一带的自然地面标高则分别为２２０ ＩＴＩ和２８０ ｍ 左右．洞室有效净宽为１０．２５ ｍ，有效净高则为５．０ ｍ． ｃｍ厚Ｃ２０喷射砼、 当右幅隧道开挖进入ＩＩＩ级围岩段以后，围岩主要为强 单层钢筋网＾６，２０ ｅｍＸ２０Ｎ ＥＶＡ防水板＋３０ｏｇ，ｍ 风化夹杂绿色、黄绿色花岗闪长岩，洞身大部分段落渗水现 ３５ ｃｍ厚Ｃ２５防水砼二次衬 象严重，总体较破碎．特别是在爆破后采用机械找顶的过程 路面层１５ ｃｍＣ２０砼整平层 中，岩块易剥离脱落，岩面凸凹不平．其中，隧道开挖后采 用了ｓ３型复合式衬砌，其断面如图１所示． 图１ Ｓ３型复合式隧道衬砌 ２００９年１月２０日，当掘进面开挖至ＹＫＩＯ＋０２５处，随 Ｆｉｇ。１ Ｃｈａｒｔ ｏｆｃｏｍｐｏｓｉｔｅ ｌｉｎｉｎｇ ｏｆ 即按Ｓ３型复合式衬砌要求进行了初期支护，并对掘进面采 ｔｙｐｅＳ３ｆｏｒｔｕｎｎｅｌ 用喷射混凝土封闭．在１月２１日 一１月２９日的春节放假期间，施 工暂停． 春节过后，于１月３０日首先 恢复了二衬施工，但洞身开挖仍处 于暂停状态．２月４日中午，ＹＫ９ ＋９９０一ＹＫ１０＋０１０段洞身发生塌 方，塌方长度为２０ｍ．在进行塌方 段处理过程中，又于２月２５日凌 （ｂ）ＹＫ１ｏ＋００２ 晨，ＹＫＩＯ＋００１大里程端再次发生 塌方．两次塌方的纵、横断面示意 图及照片分别如图２、图３和图４ 所示．本文通过岩体稳定性分析， 探讨两次塌方的原因，为预防类似 工程的塌方事故，提出事前处理方 法． １ 首次塌方的地质分析 图２隧道坍塌段横断面 秋千坪隧道的首次塌方，主要 Ｆｉｇ．２ Ｃｈａｒｔ ｏｆｃｒｏｓｓ・ｓｅｃｔｉｏｎ ｏｆｔｕｎｎｅｌ ｃｏｌｌａｐｓｅ ｐｏｓｉｔｉｏｎ 是因为软弱夹层沿节理面下滑所 萋 莹莹 重量 堇 薹 图４沿三组结构面形成的塌腔照片 图３隧道坍塌段纵断面 Ｆｉｇ．４ Ｐｈｏｔｏ ｏｆｃｏｌｌａｐｓｅ ｐｏｓｉｔｉｏｎ ａｌｏｎｇ ｔｈｒｅｅ Ｆｉｇ．３ Ｃｈａｒｔ ｏｆｖｅｒｔｉｃａｌ ｓｅｃｔｉｏｎ ｏｆｔｕｎｎｅｌ ｃｏｌｌａｐｓｅ ｐｏｓｉｔｉｏｎ ｓｔｒｕｃｔｕｒａｌ ｓｕｒｆａｃｅｓ 第２期 李 桂，等：三峡翻坝公路秋千坪隧道塌方的岩体稳定性分析 致，所出露的三组节理产状分别为Ｎ６０。Ｅ和ＮＷ ８５。、Ｎ６５。ｗ和ＳＷＬ７０。、Ｎ６５。Ｗ和ＮＥ ８７。，如 图５所示．隧道走向为１ １４～１３０。，其中，有２组节理走向与隧道大致相同，而剩下的ｌ组所在的结 构面，其走向也基本上平行于隧道中心线． 一般说来，破碎带走向与隧道中心线的夹角越大越稳定，越 小则越不稳定．在破碎带几乎与隧道平行的情况下，即使带宽只 有１ｍ的情况下，也会形成塌方、掉块之类的危害．尤其是在破 碎带位于拱顶时，则更加不稳定． 根据首次塌方的塌腔所出露的典型的“人”字型特征，说 明这是最不利的结构分布．正是由于第一次塌方所显露的几组节 理的交互作用，使软弱夹层处于不稳定状态；又由于丰富的地下 水作用，从而使围岩处于更加不稳定的状态，尤其是地下水对软 弱岩层的软化作用特别明显．因此，对于软弱岩层，一般都应该 作“遇水降级”处理． 图５节理面产状 ２首次塌方的力学分析 Ｆｉｇ．５ Ｏｒｉｅｎｔａｔｉｏｎ ｏｆｊｏｉｎｔ ｐｌａｎｅ 虽然首次塌方属于碎裂介质的岩体破坏，但整个塌方体却是沿岩体结构面整体下滑，因此可以按 块体介质岩体进行受力分析． 为了进行力学计算，首先对塌方体进行几何分析．对于块体介质，在未产生破坏之前，一般采用 赤平投影和实体比例的垂直投影相结合的方法，以确定开挖临空面上可能坠落或滑动块体的大小、形 状和位置，然后再据此进行稳定性判断．其中，秋千坪隧道塌方段各节理的赤平投影如图６所示．图 中Ｆ．为节理，Ｎ６０。Ｅ，ＮＷＬ８５。；Ｆ，为节理，Ｎ６５。Ｗ，ＳＷ ７０。；Ｆ 为节理，Ｎ６５。Ｗ，Ｎ．Ｅ ８７。． 由于秋千坪隧道的实际塌方，并不是全部沿节理面破坏，而是节理的相互交切作用所致．因此， 可以按实际塌方图进行分析．根据首次塌方发生地为ＹＫ９＋９９０一ＹＫ１０＋０１０洞身段，结合图２和图 ７所示几何关系，可近似求得塌方段的体积． Ｎ ｗ Ｅ Ｓ 图６坍塌段节理面赤平投影图 图７塌方体断面示意 Ｆｉｇ．６ Ｓｔｅｒｅｏｇｒａｐｈｉｃ ｐｒｏｊｅｃｔｉｏｎ ｏｆｊｏｉｎｔ ｐｌａｎｅ ｆｏｒ ｃｏｌｌａｐｓｅ ｓｅｃｔｉｏｎ Ｆｉｇ．７ Ｃｈａｇ ｏｆｃｒｏｓｓ－ｓｅｃｔｉｏｎ ｏｆｃｏｌｌａｐｓｅ ｂｏｄｙ 对图２中几个有代表性的塌方断面的面积，可以用式（１）计算，即 Ｓ＝ｒｈｓｉｎ詈＋号ｓｉｎ 一 ， （１） 式中：ｒ为隧道洞室半径，ＩＴＩ；ｈ为塌方断面顶至拱顶高度，ｍ； 为塌方断面沿隧道掘进面开裂的角 度，（。）． 由此式分别求得图２中几个断面的面积为：Ｓ ＝９．０６ ｍ ，．ｓ ＝４２．７７ ｍ ，Ｓ ＝２９．１７ ｍ ，ｓ ＝１２．２３ １ＴＩ ．进而可近似求得首次塌方体的体积为 Ｖ＝３Ｓ。／３＋９（Ｓ。＋Ｓ６）／２＋３（Ｓ ６＋Ｓ ）／２＋５（Ｓ ＋Ｓｄ）／２＝４５３．７４ Ｉｎ ， 则塌方体的重力Ｇ，为 ２４２ 河南理工大学学报（自然科学版） Ｇ１＝ＰｇＶ＝４５３．７４×２７：１２ ２５０．９８ ｋＮ， ２０１０年第２９卷 式中：ｐ为岩石密度；ｇ为重力加速度；且Ｐｇ：２５ ｋＮ／ｍ ． 据此可分别按冲切破坏和黏结破坏对初期支护后的岩体稳定性进行判断． ２．１ 按冲切破坏计算的初期支护抗力 在不考虑塌方体以外的岩体产生的正压力的条件下，喷射混凝土厚度为ｈ。＝１００ ｍｍ，强度等级 为Ｃ２０，抗拉强度设计值为 ＝ｉ．１ ＭＰａ．根据工程实际，可求出塌方体底面与洞壁交线的周长近似为 Ｈ ＝５３．５×１０ ｍｍ． 因此，喷射混凝土所提供的抗力为 Ｐｌ＝卢 ｕ ｈ。， （２） 式中：／３。为折减系数，／３ ＜１． 代人有关数据可算得Ｐ ＝５ ８８５／３ ． 在初期支护中，选用单层钢筋网片，型号为 ６＠０．２×０．２，因此钢筋网片所提供的抗力Ｐ：为 Ｐ：＝卢 …Ａ ， （３） 式中：卢 为折减系数， 截面面积，ｍｍ ． ＜１；厂ｖ 为钢筋抗剪强度设计值，ＭＰａ；Ａ。 为与冲切破坏面相交的全部钢筋 因Ｐ ＝１ ５８９．７５／３ ，所以 Ｐｌ＋Ｐ２：５ ８８５／３ ＋１ ５８９．７５ｆｌ２． （４） 由于塌方过大，且很多锚杆并没有穿过塌方体，因此可不考虑锚杆的抗力．而塌方体在未破坏之 前与结构面之间有一定的黏结力ｃ，但由于开挖后地下水的作用，会使黏结力逐渐减小．因此，可设 黏结力为一随时间变化的变量Ｃ（ｔ）． 这样，对塌方体所提供的总抗力即可表示为 Ｆ＝Ｐｌ＋Ｐ２＋Ｃ（ｆ）＝５ ８８５／３１＋１ ５８９．７５／３２＋Ｃ（ｔ）， （５） ２．２按黏结破坏计算的初期支护抗力 对于隧道塌方，由于喷射混凝土喷层与塌方体周围岩石之间会产生拉应力，当最大拉应力大于喷 射混凝土的设计黏结强度时，喷层就会在该接合面处被撕裂 ． 由于一般喷射混凝土层的厚度远小于塌方体的底面边长，因此可近似地将喷射混凝土层作为弹性 地基梁来考虑，并将围岩视作弹性地基，黏结力则视作弹性地基反力．与通常的地基梁所不同的是， 地基反力是拉应力而不是压应力．若取单位宽度喷射混凝土狭条带作为弹性地基上的长梁，塌方体总 重力为Ｇ，塌方体底面与洞壁交线的周长为“ ，那么传到塌方体周边单位长度上的力为Ｐ，因此可近 似按Ｐ＝Ｇ／ｕ 计算，并以集中力的形式作用在弹性地基梁上．同时，按弹性地基梁局部变形理论， 由Ｐ所引起的喷射混凝土与岩面间的拉应力即为 ｏｒ＝ｋｙ． 式中：ｋ为围岩弹性抗力系数，ＭＮ／ｍ ；Ｙ为弹性地基上长梁在Ｐ作用下的位移，且有 ｏｒ ｙ＝ 。Ｔ２ａ２ ＋ｑ２ ｏ ：， （６） （７ａ） ｌ＝ｅ一 （１３０８ 戈一ｓｉｎ ）， ｔＰ２ ｅ ＣＯ８ ａ ・ （７６） （７ｃ） 式中：Ｍｏ，Ｑ。为初参数； ，， ０ｃ：（ ）｛ ．为影响函数；Ｏｔ为弹性地基梁的弹性特征值，且 （８） ｋ １ １３ｌ６‘式中：Ｅ为喷射混凝土的弹性模量，ＧＰａ． 可知最大拉应力 …发生在 ＝０处，此时有Ｍ。＝０，ｑ。＝Ｐ， ：＝ ＝１，则有 （９） ｋｙｏ＝２．６３２ （ ）÷． 根据实际地质勘探资料，ｋ＝８００ ＭＮ／ｍ。，且Ｃ２０喷射混凝土的弹性模量设计值为Ｅ＝２１ ＧＰａ．因 第２期 李桂，等：三峡翻坝公路秋千坪隧道塌方的岩体稳定性分析 此可计算得到 …＝１．４９７ ＭＰａ，而围岩黏结强度设计值为ｑ ＝０．８ ＭＰａ，所以 …＞ｑ ．由此可知， 仅凭喷射混凝土的作用，岩体处于不稳定状态． ３ 秋千坪隧道二次塌方的稳定性分析 由于首次塌方后，出现了临空面，岩石结构体所受边界面上的应力出现不平衡，并向失稳方向转 化，使得块体岩石的边界面上不足以保持稳定，从而产生的位移超出弹性变形范围而失稳．失稳位移 又使得块体各边界面上的应力发生改变，从而引起岩体内应力的调整．失稳的岩体进而引起整个围岩 的失稳，并随着失稳岩体的位移增加，边界面上持续受力，直至破坏并再次达到新的稳定状态． 一般的岩体失稳是在初始极限状态和自重极限状态都不稳定的情况下发生的．而秋千坪隧道的第 二次塌方，一方面是因为首次塌方产生了块体破坏变形的初始极限状态；另一方面，则是块体完全处 于倒悬状态，极不利于岩体的稳定，且块体自身刚性较大，再加上地下水的作用，使一些边界面与围 岩脱离接触，因而不能承受地应力作用；以及由于没有及时对块体进行支护，所以块体达到自重极限 状态而失稳． 第二次塌方的受力情况为：自身重力Ｇ ，周围支点对块体的支撑力Ｆ ，块体与周围岩体黏结面 的黏结力Ｆ ，其抗力即为Ｆ ＋Ｆ ．由于块体支撑位置处的岩体逐步脱落，以及裂隙水的作用，从而 使， 与Ｆ 都为随时问变化而变化的变量，即为时间的函数． ３．１失稳分析 由式（５）可以看出，当黏结力Ｃ（ｔ）减小到一定程度时，岩体自重已超过初期支护所提供的抗 力，因此就会产生塌方．由此可知，地下水对岩体的稳定性影响，有时将起到关键性的破坏作用，尤 其是在碎裂介质岩体中，有软弱结构面的岩体，节理比较发育的岩体等，地下水的影响将更大 ． 由于秋千坪隧道在初期支护过后，正值春节放假期间，长时问的空顶暴露，且又遇到雨量的增加，因 此在裂隙水的作用下，使得黏结力进一步降低，产生失稳而塌方． 其次，由式（９）的计算结果可知，仅靠喷射混凝土的作用是远远不够的．实际施工中钢筋网片 与锚杆的偷工减料现象，是造成岩体失稳的另一个主要原因．在实际施工中，钢筋网片往往只是简单 地挂于岩面上，并没有注意钢筋之间的连结是否牢固，使得钢筋网片不能完全发挥作用；锚杆的施工 也存在着更大的隐患，如锚杆长度不够，数量不足，且不能有效地锚固到稳定岩块上，或没有锚头或 没有锚垫板等，这在各种实际施工中司空见惯．因此，施工不当是造成岩体失稳的重要的人为因素． 对于第二次塌方，在未塌方之前，显然有Ｇ ＜Ｆ ＋Ｆ ．但随着不问断的小型塌方以及裂隙水的 作用，使得Ｆ支与Ｆ 逐渐减小，最终导致Ｇ ＞Ｆｔ＋Ｆ ，从而产生失稳． 根据秋千坪隧道塌方时所伴随的现象，即塌方总是在雨后，而且塌方段前后渗水量也比较严重． 可见，裂隙水是造成岩体失稳的重要自然因素． ３．２塌方处理完毕后的岩体稳定性分析 根据隧道衬砌自身的构造特点，在第二次衬砌以后，因为防水板和防水布等的存在，此时再采用 黏结破坏试验进行验证已不符合实际．必须按冲切破坏来验证加固以后岩体的稳定性． 对于本次塌方的处理，采用的是固结塌方渣体，再对塌腔进行混凝土浇筑并架设钢拱架的方 法 ” ．所加固的二衬结构为：４０ ｅｍ厚Ｃ２５防水混凝土，１１８工字钢拱架，钢拱架纵向间距为 ５０ ｃｍ，环向采用 ２２ ｍｍ钢筋连接． 首先，不考虑环向钢筋的作用，因为钢筋走向与塌方边界线基本平行．其次，因钢拱架的存在， 将比单纯采用混凝土加固时的强度要高得多．因此，下面对单纯采用混凝土的加固效果进行验算． 设塌方体底面与洞壁交线的周长仍近似取 ＝５３．５ ｍ．根据塌方体纵断面图，两次塌方总重力 近似等于首次塌方的１．３倍．因岩石密度和混凝土密度相近，以及塌腔未被全部填满，所以这里取塌 腔所填充的混凝土重力为ｃ＝１．３Ｇ ＝１．３×１２ ２５０．９８＝１５ ９２６．２７４ ｋＮ． 再设混凝土所提供的抗力Ｐ＝卢。 ｕ ｈ。，取折减系数卢 ＝０．６，则 Ｐ＝０．６×１．３ Ｘ ５３．５×ｌ０３ Ｘ ０．４＝１６ ６９２ ｋＮ 其结果已接近于填充混凝土的重力．但考虑到填充混凝土与周围岩体的摩擦力以及二衬钢拱架的加强 ２４４ 河南理工大学学报（自然科学版） ２０１０年第２９卷 作用，因此加固后的结构能够保持隧道岩体的稳定．实践表明，第二次塌方的治理是成功的． ４ 结 论 （１）自身稳定的岩体，在地下水的影响下会产生渗压作用，从而导致地应力重新分布，尤其是使 节理之间的黏聚力降低，因而成为围岩失稳的自然原因． （２）在隧道施工中，当遇到不良地质条件时，应避免长时间的空顶现象．一方面要及时做好初期 支护，另一方面则要注意自然条件的改变，尤其是地下水状况的改变，应采取积极有效的措施，如防 排水措施等，预防塌方事故发生． （３）在隧道施工中，应注意锚喷的质量，尤其是锚杆、锚索、锚网等的施工应严格按照相关的施 工规范进行，以避免因人为因素而造成岩体失稳． （４）秋千坪隧道的两次大面积塌方的原因、稳定性分析和治理措施，已被实践表明是正确的和成 功的，可为相关工程的塌方事故预防提供理论与实践依据． 参考文献： ［１］ 赵占厂．试论超长公路隧道建设中的几个关键技术问题［Ｊ］．现代隧道技术，２００９，４６（３）：７—１１． ［２］ 周黎明，尹建民，侯炳绅．弹性波反射法在地质超前预报中的应用分析［Ｊ］．长江科学院院报，２００８，２５ （１）：６１—６４． ［３］ 徐干成，乔春生，刘保国．富溪双连拱隧道围岩强度及稳定性评价［Ｊ］．岩土工程学报，２００９，３１（２）：２５９ —２６４． ［４］［５］ ＬＹＳＡＮＤＲＯＳ ＰＡＮＴＥＬＩＤＩＳ．Ｒｏｃｋ ｓｌｏｐｅ ｓｔａｂｉｌｉｔｙ 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