馮冀蒙, 譚玉梅, 姚仕鈺, 顏志堅, 張俊儒, *, 王圣濤

(1. 西南交通大學土木工程學院, 四川 成都 610036; 2. 西南交通大學 交通隧道工程教育部重點實驗室, 四川 成都 610036; 3. 中鐵四局集團有限公司, 安徽 合肥 230000)

0 引言

黃土地層在我國的陜西、山西、甘肅及寧夏等地都有廣泛的分布,大斷面黃土隧道在開挖過程中變形控制難度大,特別是地表有建(構)筑物時,施工誘發(fā)的地表沉降給建(構)筑物的結構安全及正常使用帶來巨大影響[1-2]。

從鄭西客專建設以來,包括函谷關隧道、呂梁山隧道等20余座黃土隧道均存在下穿既有鐵路或公路的情況,采用的施工方法主要是以有臨時豎向支撐進行減跨作用的CRD或雙側壁導坑法等為主。該類方法相比較臺階法等非減跨施工方法,具有變形控制效果好、地表沉降量小的優(yōu)點[3-4]。但是由于豎橫向支撐的存在,嚴重限制了大型機械的使用,臨時支撐拆除的過程中存在著結構整體失穩(wěn)的巨大風險。如何在達到變形控制要求的前提下,盡可能實現(xiàn)快速高效施工,是科研工作者和工程建設者的共同目標。

在實踐過程中,增加超前支護及加強支護參數(shù)是有效控制變形的措施,其中超前管棚的設置,在隧道進口段、淺埋暗挖段以及地鐵暗挖車站等地下工程穿越復雜地質環(huán)境的施工中發(fā)揮了巨大作用[5]。臨時仰拱的施作,及早閉合支護結構,在眾多變形要求嚴格的隧道施工中也有積極效果。

針對管棚的作用機制及受力規(guī)律,許多學者開展了一系列的研究[6-7]。例如: Ibrahim[8]以伊斯坦布爾地鐵2期為工程背景,對采用UAM(umbrella arch method,以管棚為主要超前支護的開挖方法)和NATM(新奧法)開挖法下的地表沉降值進行了監(jiān)測,結果表明,采用UAM開挖的地表沉降值比采用NATM開挖法的地表沉降值小1/3; Harazaki等[9]通過對管棚的監(jiān)測,得出管棚在掌子面前方1.5 m和后方2.5 m范圍內(nèi)彎矩有較大變化,其中掌子面上方的管棚彎矩方向是向洞內(nèi)的,管棚有效優(yōu)化了結構的縱向受力; 武松等[10]、Heng等[11]通過模型分析和現(xiàn)場監(jiān)測的方式,也得到了類似的彎矩分布規(guī)律。

隨著管棚施作技術的提升,以導向跟管鉆進技術為典型代表的超長超大管棚(超過40 m)施工已經(jīng)越來越普遍。相較于傳統(tǒng)需要搭接的管棚施工,超長超大管棚具有一次超前量大、使用機具簡單、支護效果好、施工速度快等特點,能實現(xiàn)一次性長距離超前支護,施工安全性和施工效率顯著提高,優(yōu)勢明顯。

當前對超長大管棚的研究,是沿用短管棚的研究經(jīng)驗,數(shù)值方法中采用梁單元模擬管棚,精度不足,特別是研究的結果需要進行現(xiàn)場實測驗證時是極為困難的。雖然有采用應變片及測斜管對管棚的內(nèi)力進行測試的先例,但在跟進式超長管棚的現(xiàn)場測試中卻并不適用[12-13]。

基于如上背景,本文采用實體單元進行超長管棚的精細化建模和光柵光纖測試技術實時監(jiān)測管棚縱向應力,對不同管棚長度及支護結構體系進行分析,得到大管棚縱向應力的演變規(guī)律,并進一步揭示縱橫支撐體系的變形控制機制。

1 依托工程

1.1 工程概況

干堡隧道是銀西鐵路建設中的重要項目,位于陜西省永壽縣,隧道總長度為1 969.62 m,為單洞雙線隧道,設計速度為250 km/h。隧道在地面下方32 m處從DK105+013～+097下穿國家Ⅰ級電氣化有砟單線客貨共線鐵路—西平鐵路,影響區(qū)間長達84 m,埋深32 m,2線路的中線夾角為55°。干堡隧道下穿段為V級圍巖段,隧道最大開挖跨度為15.1 m,最大開挖斷面積超過160 m2。干堡隧道與西平鐵路空間位置如圖1所示。

圖1 干堡隧道與西平鐵路空間位置圖

干堡隧道位于黃土梁上,從黃土梁側緣邊坡進入,黃土梁兩側沖溝深切發(fā)育,岸坡陡峻,溝谷內(nèi)常年有季節(jié)性流水,梁頂?shù)孛娴匦屋^為平坦,隧道主要穿過第四系新統(tǒng)風積黏質黃土地層。

1.2 初步方案

西平鐵路在隧道施工過程中一直處于正常運行狀態(tài),按照TB 10753—2018《高速鐵路隧道工程施工質量驗收標準》要求,地面沉降控制值設定在30 mm。

為滿足沉降控制要求,初步施工方案如下: 當干堡隧道到達西平鐵路正下方之前,選用φ159 mm超長管棚設置縱向支撐,該支撐體系結構的設置范圍為隧道洞身拱頂140°內(nèi);在隧道掘進過程中,縱向支撐與臨時仰拱一起形成“縱橫支撐”體系,替代臨時豎撐,起到預防和遏制地層變形的作用。

施工步序如圖2所示。隧道斷面自上而下大致等分成3部分,上臺階①開挖后,導坑周邊初噴C25混凝土,架設I20b鋼架,同時底部施作臨時仰拱,即架設I18鋼架,噴射18 cm厚混凝土; ②～③臺階依次進行相應的施工; 最后進行④仰拱施工,一次施工封階成階。為了防止在施工過程中出現(xiàn)坍塌等問題,在上、中、下臺階兩側的拱腳位置分別設置鎖腳錨管。支護參數(shù)如表1所示。

圖2 施工步序

表1 支護參數(shù)表

1.3 黏質黃土力學參數(shù)

經(jīng)現(xiàn)場采樣后進行土工試驗,得到如表2所示的物理力學指標。參照筆者之前發(fā)表的文獻中,壓縮模量與土體應力的相關關系,明確彈性模量數(shù)值[14]。

表2 隧道圍巖力學參數(shù)一覽表

2 數(shù)值模擬分析

2.1 模型及參數(shù)選取

采用FLAC3D有限差分計算軟件,具體開挖方法的模型如圖3所示。為了較為精準地模擬管棚,摒棄傳統(tǒng)采用Beam單元的方法,改用實體單元模擬,管壁采用鋼材的參數(shù),其中的填充采用混凝土的參數(shù)。實體單元的單元示意如圖4所示。

圖3 開挖方法的模型圖

(a) 實體單元示意

(b) 實體單元細部示意

計算中對比普通三臺階法和施作了超長管棚和臨時仰拱的三臺階法,并考慮不同管棚長度的影響,工況設置說明如表3所示,計算參數(shù)如表4所示。

表3 工況設置說明

表4 計算參數(shù)表

根據(jù)式(1)計算獲取壓縮模量值,并由式(2)計算彈性模量,賦值給土體單元,得到土體單元的最大主應力。

(1)

(2)

式(1)—(2)中:E為彈性模量;Es為壓縮模量;σ為土體應力,kPa;μ為泊松比。

2.2 變形分析

以模型的中間斷面為對象,選取最具有代表性的數(shù)據(jù)(拱頂沉降值、地表沉降值)進行分析,工況P-84 m～工況P-0的拱頂沉降及地表沉降隨掌子面的變化情況如圖5所示。

(a) 拱頂沉降

(b) 地表沉降

由圖5(a)可以看出: 1)4個工況的沉降曲線變化趨勢相似,拱頂沉降于掌子面到達監(jiān)測點前出現(xiàn),到達監(jiān)測點時沉降曲線急劇變化,而后支護發(fā)揮作用,拱頂沉降曲線越來越平穩(wěn); 2)地表沉降總體上表現(xiàn)為先緩慢增大,再加速變形,最終到達穩(wěn)定狀態(tài); 3)拱頂沉降和地表沉降的相關性較強,拱頂沉降量較大的,地表沉降量也會較大。

由圖5(b)可以看出: 1)40 m管棚和20 m管棚在管棚未施作前,地表的沉降規(guī)律與工況P-0是相差不大的,當管棚施作后,地表沉降的控制效果逐漸顯現(xiàn); 2)當掌子面通過管棚中點后,整體沉降規(guī)律與84 m管棚的規(guī)律是一致的,但是由于未施作管棚前的累積沉降,總的沉降量顯著增加; 3)P-20 m最終計算得到的地表沉降已經(jīng)大于30 mm,這是不能滿足要求的。

相比較管棚長度對變形控制的作用,形成的縱橫支撐整體的變形控制效果更加顯著。

2.3 管棚縱向應力分布規(guī)律

超長大管棚的承載作用主要是承受抗彎的能力,起到縱梁的效果。鋼管是主要的承載結構,其應力狀態(tài)對整個結構的安全性和穩(wěn)定性具有重要影響。因此在數(shù)值計算中,監(jiān)測鋼管的縱向應力可直接反映管棚的受力情況,工況P-84 m～P-20 m拱頂部位中模型中間管棚上下表面的縱向應力分布規(guī)律如圖6所示。

(a) 上表面應力

(b) 下表面應力

由圖6可以看出: 1)管棚整體受力規(guī)律是較為一致的; 2)隨著開挖面的靠近,管棚應力先逐漸增加,當掌子面到達監(jiān)測點附近時,應力增加到最大值后,逐漸開始減小,并最終呈現(xiàn)出穩(wěn)定受拉的狀態(tài)(P-84 m工況的受拉數(shù)值較小,P-20 m工況的受拉數(shù)值較大); 3)上表面的應力在掌子面位于監(jiān)測點位時最大,下表面應力在距離掌子面還有3 m時最大; 4)管棚的長度越大,管棚的應力值越大,40 m管棚和84 m管棚的應力數(shù)值差別不大,但是20 m管棚的最大應力值約為84 m管棚應力值的一半,整體效果較差; 5)工況P-84 m中應力產(chǎn)生較大變化的范圍在掌子面前30 m至后20 m,范圍較大,為1～2倍隧道跨徑; 6)工況P-40 m和工況P-20 m一旦施作,應力數(shù)值就開始顯著增加,已經(jīng)開始發(fā)揮積極作用; 7)3個工況應力的最大值為62 MPa,遠小于管棚材料的極限強度(鋼材Q235鋼材的屈服強度為235 MPa),管棚有較大的安全冗余。

3 現(xiàn)場實測及分析

3.1 測試項目

為保障現(xiàn)場施工過程安全及變形量控制要求,并驗證數(shù)值計算結果的正確性,研究中進行了管棚縱向應力、圍巖壓力、初期支護鋼架應力、初期支護和二次襯砌的圍巖壓力、二次襯砌混凝土應力和鋼筋應力的力學監(jiān)測,以及初期支護拱頂沉降、地表沉降的監(jiān)測。

3.2 測試方法

3.2.1 初期支護及二次襯砌力學監(jiān)測

由于初期支護和二次襯砌力學監(jiān)測屬于常規(guī)內(nèi)容,已有成熟的監(jiān)測方法[15-16]介紹,本文不再贅述。

3.2.2 管棚縱向應力測試方法

文中采用的管棚縱向應力測試系統(tǒng)包含便攜光纖光柵解調(diào)儀、光纖回路(3 mm鎧裝光纜引線)和光纖光柵測試元件3部分。管棚縱向應力測試系統(tǒng)如圖7所示。

圖7 管棚縱向應力測試系統(tǒng)

具體施作方法如下:

1)光纖埋深定位。沿管棚軸線方向在管棚上下表面做2條平行線,標記為管棚上下表面光纖光柵安裝位置。

2)光纖埋設槽段的切割。使用打磨機沿定位線切槽深3 mm,寬3 mm;并在槽段兩端部預留出穿線孔。

3)安裝光纖光柵。將光纖放置于槽段內(nèi),布置4個光柵測點,每個光柵測點的間距為1 m,光柵使用膠水逐一固定,沿光纖表面注入環(huán)氧樹脂充填槽段。

4)光纖通路測試。光纖線路連接好后,使用光纖光柵解調(diào)儀進行通路測試。

5)選定拱頂位置為測試管棚的點位。

6)管棚的施工。先依次打入前端的管棚節(jié)段,當試驗管棚節(jié)段全部打入時,需做好標記,保證管棚的測點在上下表面。當試驗管棚節(jié)段頂進至測點位置后,停止鉆孔,將測試線路取出,測試光路是否通暢,并記錄各測點初始波長。

7)數(shù)據(jù)測試。隨著掌子面的逐步向前掘進,采用便攜式光纖光柵解調(diào)儀進行測試。

3.3 測點布置

在下穿西平鐵路的正下方布置3個測試斷面,如表5所示。其中初期支護設置8個測點,每個測點布置3個元件(1個土壓力盒,2個鋼架表面應變計); 二次襯砌設置6個測點,每個測點布置5個元件(1個土壓力盒,2個混凝土應變計,2個鋼筋應力計)。測點元件及位置示意如圖8所示。

表5 量測典型斷面及量測內(nèi)容

(a) 監(jiān)測元件布置

(b) 試驗管棚位置

管棚的縱向應力采用格柵光纖進行測試,在平西鐵路正下方的拱頂管棚節(jié)段(見圖8,A和B分別代表2個管棚都布置了測點,但是A管棚數(shù)據(jù)丟失,只有B管棚上的數(shù)據(jù))上下表面分別布置4個測點(里程DK105+060～+064),B管棚上表面測點分別標記為B-U01、B-U02、B-U03和B-U04,相對應的下表面測點標記為B-L01、B-L02、B-L03和B-L04。管棚上下表面測點位置如圖9所示。

圖9 管棚上下表面測點位置

3.4 測試數(shù)據(jù)及分析

3.4.1 初期支護圍巖壓力

初期支護的圍巖壓力直接反映出地層對隧道結構的荷載大小,DK105+062斷面的初期支護圍巖壓力隨監(jiān)測時間的增長規(guī)律如圖10所示?？梢钥闯? 1)隨著監(jiān)測時間的增加,圍巖壓力逐漸增加,呈現(xiàn)出先快速增加后逐步趨于穩(wěn)定的規(guī)律; 2)當仰拱封閉后,圍巖壓力趨于穩(wěn)定。

圖10 DK105+062斷面初期支護圍巖壓力

各斷面圍巖壓力分布規(guī)律如圖11所示?？梢钥闯? 1)初期支護的圍巖壓力值總體較小,最大值為0.079 MPa,換算為土柱高度僅3.7 m; 2)分布規(guī)律為拱部數(shù)值較小,拱腳部位數(shù)值較大,仰拱部位數(shù)值處于拱部和拱腳數(shù)值之間。

3.4.2 鋼架應力

初期支護中鋼架作為重要的支護結構,起到快速承載的作用。DK105+062斷面鋼架應力如圖12所示?？梢钥闯? 1)DK105+062斷面的鋼架應力整體呈現(xiàn)出先快速增加后趨于穩(wěn)定的規(guī)律,同圍巖壓力的規(guī)律一致,當仰拱封閉后,測試數(shù)值趨于穩(wěn)定; 2)整體呈現(xiàn)出受壓的狀態(tài),數(shù)值較小。各斷面鋼架應力分布如圖13所示。

(a) 鋼架內(nèi)側

(b) 鋼架外側

由圖12和圖13可以看出: 1)鋼架總體壓應力值較小,最大值為183.64 MPa,未超過材料的極限強度(235 MPa); 2)鋼架的整體穩(wěn)定性較好,整體處于受壓狀態(tài),且應力分布較均勻,未出現(xiàn)明顯的應力集中。

綜合初期支護圍巖壓力及鋼架應力的監(jiān)測值可知,作用于初期支護上的荷載較小,結構安全性較高。

3.4.3 初期支護與二次襯砌間壓力

初期支護與二次襯砌間的壓力直觀地反映了二次襯砌承受的壓力,如圖14所示?？梢钥闯? DK105+062斷面的初期支護與二次襯砌間的壓力在二次襯砌施作完3 d后就已經(jīng)趨于穩(wěn)定,且數(shù)值較小。

圖14 DK105+062斷面二次襯砌壓力

3.4.4 二次襯砌鋼筋應力

DK105+062斷面鋼筋應力如圖15所示?？梢钥闯? 二次襯砌鋼筋的壓應力與襯砌壓應力的發(fā)展規(guī)律是一致的,在測試的第3天已經(jīng)處于穩(wěn)定狀態(tài),最大值僅為20.5 MPa,遠低于鋼筋的極限強度(HRB335鋼筋的抗壓強度為268 MPa)。

圖15 DK105+062斷面鋼筋應力

3.4.5 二次襯砌混凝土應力

DK105+062斷面二次襯砌混凝土應力如圖16所示?？梢钥闯? 混凝土應力的規(guī)律與二次襯砌鋼筋的規(guī)律是一致的,整體上數(shù)值較小,最大值僅為1.09 MPa,結構的安全冗余高。

圖16 DK105+062斷面二次襯砌混凝土應力

從現(xiàn)場實測的初期支護及二次襯砌的圍巖壓力及結構內(nèi)力的數(shù)據(jù)來看,結構整體滿足安全要求。

3.4.6 管棚應力

管棚應力的發(fā)展規(guī)律如圖17所示?？梢钥闯? 1)應力實測值和數(shù)值計算結果的規(guī)律基本一致; 2)上表面的應力先緩慢增加,到掌子面距離測點為15 m時,出現(xiàn)了一段平緩區(qū),一直持續(xù)到掌子面距離測點5 m時,應力開始快速增大,并達到最大值,然后快速減小; 3)在掌子面通過測點15 m左右時,應力趨于穩(wěn)定,并呈現(xiàn)出受拉的特征,下表面的應力整體上也是先增加后減小; 4)在掌子面距離測點10 m時,出現(xiàn)了應力增加緩慢的階段,到掌子面距離測點5 m時,應力快速增加,掌子面距離測點2 m時應力增加到最大值,此后應力快速減小,掌子面通過測點20 m后,應力趨于穩(wěn)定; 5)上表面應力的影響范圍在掌子面-15～15 m,下表面的影響范圍在-10～20 m,上表面的應力最大值要大于下表面的應力最大值。

(a) 上表面應力

(b) 下表面應力

根據(jù)材料力學中關于應力和內(nèi)力的相互關系,可按照式(3)對數(shù)值計算應力、現(xiàn)場實測應力進行計算,得到如圖18所示的管棚縱向彎矩及軸力圖。

(3)

式中:M為計算得到的彎矩值;N為軸力值;σ1為作用在管棚上表面的應力;σ2為作用在管棚下表面的應力;Iz為慣性矩;yh為到中性軸的距離;A為管棚橫截面面積。

由圖18可以看出: 1)縱向內(nèi)力實測數(shù)值和數(shù)值計算結果得到的規(guī)律是一致的; 2)軸力整體呈現(xiàn)出先逐步增加,在掌子面到達測點前2 m時達到軸力的最大值,隨后逐漸減小,掌子面通過測點20 m后,整體的軸力已經(jīng)趨于穩(wěn)定; 3)在掌子面距離測點20 m時出現(xiàn)一定的向洞內(nèi)方向的彎矩,隨后在掌子面距離測點5 m時,彎矩的方向開始向洞外方向,掌子面離測點2 m時彎矩達到了最大值,隨后彎矩方向反轉,當掌子面在測點正下方時,彎矩的方向向洞內(nèi),達到了最大值,隨后逐漸減小,在掌子面通過測點10 m時,彎矩整體趨向于穩(wěn)定。

(b) 彎矩

在當前三臺階開挖及特定支護參數(shù)的前提下,數(shù)值計算和現(xiàn)場實測的數(shù)據(jù)表明,管棚的影響范圍是掌子面前30 m至后20 m,強影響范圍為掌子面前方10 m和掌子面后方5 m,這個范圍超過了短管棚和部分中管棚的自身長度,顯然超長管棚的支護效果是更加顯著的。

3.5 位移監(jiān)測結果對比分析

拱頂及地表的現(xiàn)場沉降觀測值、數(shù)值計算結果,其演變規(guī)律如圖19所示?？梢钥闯? 基于現(xiàn)場實測的土層數(shù)據(jù),結合實體單元進行數(shù)值模擬得到的計算結果和現(xiàn)場實測數(shù)據(jù)吻合較好。

(a) 拱頂沉降

(b) 地表沉降

由于拱頂?shù)臄?shù)據(jù)必須是在掌子面到達該測點后才能進行監(jiān)測的,因此實測得到的拱頂沉降數(shù)據(jù)僅是拱頂沉降的一部分。取掌子面開挖后的數(shù)值模擬沉降曲線和實測數(shù)據(jù)對比,如圖19所示。可以看出: 1)整體的發(fā)展規(guī)律是一致的,先快速增加,然后逐漸減緩并趨于穩(wěn)定; 2)地表沉降的變形整體呈現(xiàn)出先緩慢增加,隨著掌子面逐步靠近監(jiān)測點,其數(shù)值快速增加,后又逐步趨向于穩(wěn)定; 3)實測得到的拱頂沉降數(shù)據(jù)比數(shù)值計算得到的數(shù)據(jù)小,而地表沉降的實測數(shù)據(jù)與數(shù)值解相近,只有2個點位的數(shù)據(jù)偏大,總體的最大沉降值并未超出30 mm。平西鐵路的運營也未受到影響。

4 縱橫支撐結構體系作用機制分析

基于數(shù)值計算和現(xiàn)場實測的分析可知,長大管棚中,掌子面前30 m和掌子面后20 m范圍內(nèi)的管棚應力出現(xiàn)了較大變化,可以認為是隧道開挖對縱向長度范圍內(nèi)的影響的區(qū)域。對比傳統(tǒng)短管棚(20 m左右)或中管棚(小于40 m)的情況,管棚施作之后,開挖就會對其產(chǎn)生較大的影響,由于縱向長度較小,管棚的作用范圍也有限,管棚整體受力較小,承擔的荷載也較小,而長管棚能夠在較大范圍的垂直方向上,將隧道內(nèi)的豎向荷載轉移到初期支護的鋼架和掌子面前方的穩(wěn)定圍巖上,進而減少了掌子面前后范圍內(nèi)結構及掌子面土體的荷載承擔量,最大限度地控制了開挖影響的沉降。縱橫支撐示意如圖20所示。

圖20 縱橫支撐示意圖

由圖20可以看出: 1)上臺階開挖后支護結構與臨時仰拱形成了閉合結構,中臺階支護與臨時仰拱也形成了閉合結構,最終穩(wěn)定的閉合結構是支護結構的整體成環(huán); 2)管棚和支護結構形成的縱橫支撐體系,不僅與隧道的跨度有關,也與最終穩(wěn)定閉合結構的形成距離有關; 3)為保證縱向受力傳遞的可靠性,管棚須有一定的錨固段落,即管棚的最小距離應該大于掌子面到支護結構閉合距離的2倍。本項目要求掌子面與仰拱閉合的距離不大于25 m,管棚的整體長度就應該大于50 m,傳統(tǒng)長度小于40 m管棚的支護效能就不能得到有效的發(fā)揮。

臨時仰拱和鋼架閉合形成橫向支撐環(huán),與長管棚一起組成“縱橫支撐”體系,有效提升了結構整體剛度,荷載分配更加均勻,控制變形的效果更好。

5 結論與討論

本文依托銀西鐵路干堡隧道工程,采用實體單元模擬超長管棚,并通過光柵光纖測試技術監(jiān)測管棚應力,對“縱橫支撐”體系的作用機制展開研究,主要結論如下。

1)“縱橫支撐”體系由超長管棚和臨時仰拱構成,代替了臨時豎撐,在縱向上可實現(xiàn)更大區(qū)域的豎向荷載轉移到鋼架和圍巖中,減小了掌子面附近的荷載承擔量,實現(xiàn)了對黃土隧道變形的有效控制。

2)采用光柵光纖測試技術對隧道開挖過程中的管棚縱向應力進行實時監(jiān)測,可操作性強、精度高、受施工影響小。

3)管棚和支護結構形成的縱橫支撐體系,與隧道跨度和最終穩(wěn)定閉合結構的形成距離有關,管棚的最小距離應該大于掌子面到支護結構閉合距離的2倍。

4)數(shù)值計算和現(xiàn)場實測的結果都表明超長大管棚受開挖影響的范圍在掌子面前30 m至后20 m,強影響范圍為掌子面前方10 m和掌子面后方5 m,要遠大于短管棚的受力影響范圍,超長大管棚的整體性更好,控制變形能力更強。

本文的研究成果有望為未來隧道支護設計提供新的思考方向。黃土隧道施工一直是工程界關注的焦點,本文盡管做了一定程度的研究,但還是需要進行更多的現(xiàn)場驗證。