隧道復合支護結構協同作用的力學特性研究

孫振宇，張頂立，侯艷娟

(北京交通大學 城市地下工程教育部重點實驗室，北京 100044)

復合支護結構是目前隧道工程中常用的基本支護形式，由初期支護和二次襯砌復合而成；作為支護結構設計必須回答的關鍵問題，二者的相互作用關系一直是隧道設計的熱點研究問題之一。傳統設計理念通常將二次襯砌作為主承載結構進行設計，并與初期支護承載進行比例分配。近年來，隨著研究的深入，初期支護承載受到廣泛重視[1-3]。國際隧道協會指出，當初期支護耐久性能夠保證時，在進行二次襯砌的設計和檢算時應充分考慮其對圍巖穩定性的控制作用，而初期支護耐久性的設計目標可通過先進的施工工藝實現[4]。因此，目前實際工程中將二次襯砌作為主承載結構的設計理念不盡合理。

國內外學者對初期支護和二次襯砌的相互作用進行了研究[5-7]，取得了有價值的結論，但大多針對具體工程，向其他工程應用和推廣較困難。隧道初期支護和二次襯砌的本質作用是實現隧道的長期穩定，其相互作用的內容包括支護時機的銜接、支護荷載的分配以及支護結構安全系數的量化計算，目前對這3個問題的回答尚不明確，使設計者在進行支護設計時有諸多困惑。實際工程中對二次襯砌支護時機尚存在較大分歧[8-9]，因此，有必要對初期支護與二次襯砌的協同作用原理進行分析并提出支護結構安全性評價方法，為制定合理的支護設計方案提供依據，達到安全經濟的目的。

本文闡明復合支護結構協同作用的基本特點，針對初期支護與二次襯砌的力學行為進行分析并建立復合支護結構協同作用力學模型，對其協同作用模式進行解析，并就其作用特點、影響因素及評價方法進行系統研究。建立基于支護承載能力的結構安全系數分析模型，明確復合支護結構受力的空間分布特點，提出相應的安全系數計算方法。

1 復合支護結構協同作用力學分析

1.1 復合支護結構協同作用原理

隧道圍巖變形貫穿于施工全過程，隨著施工的進行，圍巖變形逐漸釋放[10]。在此過程中，隧道初期支護和二次襯砌分階段施作，并逐漸承擔圍巖荷載，二者協同作用原理如圖1所示。

隧道初期支護施作時圍巖往往已發生一定程度的變形，隨著支護作用的發揮，圍巖變形速率迅速降低，同時初期支護所承擔的荷載也逐漸增加；二次襯砌施作后支護體系總體剛度增大，總體荷載也逐漸累積，而總體荷載則與二次襯砌的支護時機和剛度密切相關。當二次襯砌施作較早時，圍巖變形速率較大，支護體系總體荷載迅速增大，對結構提出高強度要求。顯然，隧道復合支護結構協同作用的本質為變形協調與荷載的合理分配，而其實現則需要初期支護與二次襯砌作用時機、結構剛度和強度相互協調，使二者性能得到最大程度的發揮。

圖1 隧道復合支護結構協同作用原理

1.2 復合支護結構協同作用工況模型

在支護-圍巖相互作用過程中，支護結構受力不斷增大，甚至有可能達到屈服。根據初期支護理論屈服點與支護時機和平衡點的相對關系，按照收斂約束原理，可將計算工況分為三種，如圖2所示。

圖2 初期支護-二次襯砌協同作用工況模型示意

需要指出的是，實際工程中不允許二次襯砌屈服，因此以上三種工況包含了初期支護-二次襯砌協同作用過程中可能出現的所有情況。

1.3 隧道復合支護結構力學模型與控制方程

實際工程中隧道斷面形式多樣，對于復雜的非圓斷面形式，目前尚無完全適合分析計算的解析公式，一般采用等代圓法將隧道形式等效為圖3(a)所示的圓形斷面進行分析。由于圍巖荷載和隧道支護結構的對稱性，可將隧道襯砌結構簡化為圖3(b)所示的等效計算模型[11]。

(a)幾何外形 (b)等效計算模型

將豎直荷載q和水平荷載λq轉化為極坐標形式下的徑向荷載pr和環向荷載pθ，如圖4(a)所示，則有

(1)

(a)荷載坐標轉換 (b)殼單元受力平衡分析

截取受力單元Rdθ，如圖4(b)所示，θ旁的箭頭方向代表θ角增加的方向，下文同。其中徑向位移為ur，環向位移為uθ；pr、pθ為支護荷載，將通過支護-圍巖耦合作用求得；t為襯砌厚度；起始斷面彎矩為M(θ)，剪力為Q(θ)，軸力為N(θ)。上述各力均以圖示方向為正向。

上述參數求解的控制方程為

(2)

式中：K為殼體的抗彎剛度，可表示為

(3)

式中：Es為襯砌彈性模量；ν為泊松比；b為結構縱向單位長度。

2 隧道復合支護結構協同作用解析

2.1 僅有初期支護作用

為了得到僅有初期支護作用時的解，需要明確相應的邊界條件。由圖3(b)可知本問題求解需要用到的邊界條件為拱腳θ=0和拱頂θ=π/2處，分別為

(4)

對式(2)進行積分并將式(4)中邊界條件代入，可得圓形襯砌內力解答為

(5)

文獻[12-14]研究表明，隧道圍巖縱向變形曲線受側壓力系數影響較小，因此對于開挖面后方的圍巖，可采用式(6)對其縱向變形規律進行描述。

(6)

隧道圍巖荷載由隧道開挖面空間效應產生的虛擬支護力p1和支護結構產生的支護反力p2共同承擔，對于彈性圍巖，隧道徑向位移表達式為

(7)

式中：p0為上覆巖土體自重應力，p0=γh，γ為巖土體容重，h為隧道埋深；E和μ分別為圍巖彈性模量和泊松比；m(θ)為θ的函數。

(8)

根據文獻[15]的研究，支護結構荷載與其徑向位移的關系可表示為

(9)

式中：R1=R0-t1，t1為初期支護厚度；ur(x1)為初期支護施作時圍巖已發生的位移，由式(6)計算；x1為支護施作時與開挖面的距離。

與ur(x)對應的虛擬支護力為[16]

(10)

將式(7)～式(10)聯立可得初期支護施作后沿隧道縱向圍巖徑向位移的表達式

(11)

將式(11)代入式(9)可得支護力p2為

(12)

將式(12)代入式(1)可得支護-圍巖相互作用力的表達式為

(13)

2.2 初期支護和二次襯砌共同作用2.2.1 初期支護始終處于彈性狀態(工況1)

假定初期支護與二次襯砌變形協調，則總剛度為二者剛度的疊加，有

(14)

式中：參數K1、K2為初期支護和二次襯砌的抗彎剛度，由式(3)計算；t2為二次襯砌厚度，t1+t2=t。

二次襯砌結構剛度表達式為

(15)

式中：R2=R0-t。

與ur1(x)對應的虛擬支護力為[15]

(16)

考慮到隧道施工過程和支護施作的階段性，支護結構荷載-位移關系可表示為

(17)

式中：ur1(x2)為二次襯砌施作時圍巖已發生的位移，由式(11)計算；x2為二次襯砌施作時與開挖面的距離。

由于ur2(x)仍滿足式(7)，則將式(7)、式(11)、式(16)和式(17)聯立可得

(18)

(19)

(20)

將式(19)和式(20)分別代入式(1)即可得到初期支護、二次襯砌協同作用解答q，再將q代入式(5)即可得到初期支護和二次襯砌的內力解。

2.2.2 二次襯砌施作時初期支護處于彈性狀態并在相互作用過程中進入屈服狀態(工況2)

(21)

當初期支護為噴射混凝土與鋼架組成的聯合支護時，各構件承擔的支護力為

(22)

式中：下標i為符號參數，i取g代表鋼架，i取s代表噴射混凝土；kg和ks分別為鋼架和噴射混凝土的剛度，由式(9)中第二式計算。以剛度等效的方法對鋼架彈性模量進行折減，則有

(23)

式中：Ege和Ige分別為鋼架等效彈性模量和等效截面慣性矩；Ig0和Eg0分別為鋼架本身截面慣性矩和彈性模量；bg和hg分別為鋼架截面寬度和高度。

為了保證隧道結構的安全性，初期支護的屈服強度不應大于鋼架或噴射混凝土任一結構的屈服極限，因此可得初期支護屈服極限為

(24)

式中：Pgmax為鋼架的屈服極限；Psmax為噴射混凝土支護的屈服極限。

對于圓形襯砌而言，其內邊界處最先達到抗壓強度值σimax，根據彈性力學分析可得支護結構能承受的最大作用力Pimax為

(25)

對于鋼拱架，可將其等效為高度、寬度不變的矩形截面，則鋼架等效抗壓強度為

(26)

式中：Ag為鋼架截面面積；b為鋼架截面寬度。

初期支護屈服后，支護結構荷載與其徑向位移的關系可表示為

(27)

與ur2(x)對應的虛擬支護力為[16]

(28)

將式(7)、式(18)、式(27)和式(28)聯立得

(29)

(30)

2.2.3 二次襯砌施作時初期支護已處于屈服狀態(工況3)

(31)

(32)

當x>x2時，支護結構荷載與其徑向位移的關系可表示為

p2=k2[ur5(x)-ur4(x2)]+P1max

(33)

式中：ur4(x2)為二次襯砌施作時圍巖已發生的位移，由式(32)計算。

與ur4(x)對應的虛擬支護力為[16]

(34)

將式(7)、式(32)～式(34)聯立得

(35)

{E[ur4(x)-ur4(x2)]-m(θ)R0P1max}

(36)

通過以上解析，可以基本了解隧道初期支護和二次襯砌協同作用的基本特點和演化規律，對隧道支護結構體系進行初步設計，而如何選擇最合理支護方案、定量優化支護設計方法尚需進一步研究。因此，基于以上推導公式，本文將通過算例提出一種隧道支護結構體系安全性和有效性的評價方法。

3 復合支護結構協同作用效果評價

3.1 計算參數

設一圓形隧道開挖半徑為R=6 m，隧道埋深為h=150 m；上覆地層平均重度為γ=20 kN/m3，側壓力系數為λ=0.6；圍巖彈性模量為E=0.8 GPa，泊松比為μ=0.35；初期支護厚度為t1=0.2 m，由噴射混凝土和格柵鋼架組成，格柵拱架為4肢160 mm×160 mm的正方形斷面，主筋為φ22鋼筋，間距為0.6 m，噴射混凝土強度等級為C25；二次襯砌采用C30素混凝土，取二次襯砌厚度t2分別為0.3、0.4和0.5 m的計算工況進行分析。由于本文主要展示二次襯砌承載機制與支護結構相對剛度的關系，因此將二次襯砌剛度作為變量即可，不需考慮初期支護剛度的影響。

為分析三種工況下初期支護與二次襯砌的協同作用效果，并考慮初期支護和二次襯砌支護時機對圍巖穩定性的影響，計算時選擇7種支護時機方案，代入前文公式中進行判定，見表1。計算時二次襯砌厚度t2取0.3 m。

表1 計算方案

3.2 初期支護施作時機對協同作用效果的影響

為了分析初期支護施作時機對支護體系協同作用效果的影響，選擇二次襯砌結構在圍巖變形基本穩定后施作的計算方案1、3、6和7進行對比分析。

3.2.1 初期支護安全性及隧道圍巖穩定性分析

將表1中各對比方案計算參數代入本文公式計算，可得不同方案下圍巖位移和初期支護內力計算結果，如圖5所示。

(a)初期支護彎矩對比 (b)初期支護剪力對比

(c)初期支護軸力對比 (d)圍巖位移對比

由圖5分析可知：

(1)初期支護施作時機對支護受力和圍巖位移影響明顯。一般來說，初期支護施作越早，圍巖徑向位移越小，初期支護承擔的荷載也越大。x1=2 m時圍巖拱腳處最終位移比x1=8 m時減小約20%，同理可得初期支護最大彎矩將增大8倍之多。

(2)由計算方案1和計算方案3可知，當初期支護時機與其剛度不匹配時(早支護、低強度)，二次襯砌施作時初期支護可能已經屈服，x1=1 m時圍巖位移比x1=2 m時還大。這是由于初期支護早施作會迅速承擔圍巖荷載，當其強度較低時就會很快進入屈服，無法有效發揮作用。

(3)隨著θ的增加，圍巖變形逐漸增大，初期支護受力也基本呈遞減趨勢。可見，若使初期支護整體利用率最大化，應采用非等強設計，受力大的位置支護強，受力小時可適當減弱。針對本文算例，在拱頂處宜適當加強支護，隨著θ的減小則可逐漸減薄。

3.2.2 隧道支護體系協同程度分析

為了描述支護體系協同程度，定義支護結構協同度η為

η=ξ1w1+ξ2w2

(37)

式中：ξ1、ξ2分別為初期支護和二次襯砌性能利用率，本文以結構受力與其極限強度的比值表示；w1、w2分別為初期支護和二次襯砌的權重，可通過工程類比法或層次分析法等手段得到，借鑒文獻[17-18]，w1和w2分別取為0.7和0.3。

由式(24)、式(25)計算可得初期支護與二次襯砌極限支護力分別為0.42 MPa和0.58 MPa，利用式(37)對各計算方案中不同空間位置的支護體系協同度進行計算，結果如圖6所示。

(a)初期支護時機與支護性能利用率關系

(b)初期支護時機與協同度關系

由圖6分析可知：

(1)總體上來看，初期支護施作越晚，支護體系協同度越低。盡管計算方案1和計算方案3協同度較高，但由于初期支護已經屈服，因此僅依靠支護體系協同度無法對設計方案的合理性進行評價。從隧道長期安全性角度考慮，隧道支護體系應有一定的安全儲備，參考相關工程經驗，取支護體系安全系數為1.5，則支護體系有效協同度取值區間為[0，2/3]，因此，從支護性能利用率來看，計算方案6為最合理的支護方案。

(2)當初期支護始終處于彈性狀態時，初期支護施作越早，二次襯砌承擔的荷載越小，但當初期支護、二次襯砌支護參數不匹配以至于初期支護屈服時，剩余的圍巖荷載轉移到二次襯砌上，使得二次襯砌承擔的荷載明顯增加，降低了二次襯砌結構的安全性。因此，在實際工程中應盡量使初期支護處于彈性承載狀態，當圍巖條件較差時，應通過相應輔助工法減小圍巖荷載效應，或采用多層初期支護防止其承載過大而屈服，且前序支護與后續支護應銜接良好。

(3)隧道支護體系協同度具有明顯的空間差異性，在本文算例中，θ越大，支護體系協同度越大，這表明不同空間位置處的支護結構性能利用率不同，支護體系整體受力性能較差時可對協同度較低的部位進行適當減弱處理，或研發新型支護形式使協同度較高的部位(受力較大處)通過讓壓方式與其他部位受力均衡。

(4)在支護-圍巖相互作用過程中，盡管初期支護先屈服，但二次襯砌承擔的荷載仍小于其極限承載能力，且本文選取的二次襯砌為素混凝土結構，這說明二次襯砌作為安全儲備的設計理念是可行的。

3.3 二次襯砌對協同效果的影響3.3.1 支護承載能力曲線的建立

隧道支護結構受彎矩、剪力和軸力共同作用，可通過支護承載能力曲線驗證由上述3個內力在支護材料截面上產生的應力是否滿足材料極限強度。支護結構所能承受的最大軸力和彎矩可通過N-M曲線確定，同理，在軸力和剪力作用下支護結構材料安全性判斷可通過N-Q曲線描述，相應的單元體受力分析如圖7所示。

(a)軸力與彎矩作用 (b)軸力與剪力作用

隧道支護結構可視為偏心受壓構件，如圖7(a)所示，由于軸力和彎矩都會使截面產生正應力，當達到正截面受壓承載力極限狀態時，其軸力N和彎矩M是相互制約的，可通過N-M曲線描述。

對于受壓構件，截面最大正應力σmax和最小正應力σmin可由式(38)求得。

(38)

式中：A、I分別為支護構件截面積和截面慣性矩。

若支護結構抗壓強度為σc，抗拉強度為σt，則支護材料壓縮和張拉破壞下的安全系數可定義為

(39)

將式(38)和式(39)聯立可得給定安全系數下軸力N和彎矩M的相關關系

(40)

將式(40)中兩式聯立，可得給定安全系數下支護結構發生界限破壞時的臨界彎矩值Mcr

(41)

需要指出，對于復合初期支護，式(40)和式(41)需對各構件分別計算后疊加。

同理，由于軸力和剪力都會使截面產生剪應力，如圖7(b)所示，當達到正截面受剪承載力極限狀態時，其軸力N和剪力Q是相互制約的，可通過N-Q曲線描述。

(42)

對于中性軸上的某點，最大和最小主應力σ1和σ3可由式(43)求得。

(43)

若支護結構抗壓強度為σc，抗拉強度為σt，則支護材料壓縮和張拉破壞下的安全系數可定義為

(44)

將式(42)～式(44)聯立可得給定安全系數下軸力N和剪力Q的相互關系為

(45)

將式(45)中兩式聯立，可得在給定安全系數下支護結構發生界限破壞時的臨界剪力值Qcr。

(46)

3.3.2 支護體系協同作用分析

為分析二次襯砌對支護體系協同作用效果的影響，分別選取不同的二次襯砌支護時機和支護剛度進行研究。

(1)二次襯砌支護時機的影響分析

分析時二次襯砌厚度取為0.4 m，選取表1中計算方案4～6進行對比分析，得到初期支護和二次襯砌的支護承載能力曲線，如圖8、圖9所示。

(a)初期支護N-M曲線

(b)初期支護N-Q曲線

(a)二次襯砌N-M曲線

(b)二次襯砌N-Q曲線

由圖8和圖9可知：

①二次襯砌支護越早，初期支護承擔的荷載越小。對于所選取的三種計算方案而言，N-M內力組合均未超出Fs=1的等值線，這表明支護結構足以承擔因隧道開挖而產生的軸力和彎矩。考慮到支護結構的長期安全性，若取安全系數為1.5則計算方案4基本滿足要求，其他兩種方案需增加支護強度方能滿足要求。

②二次襯砌支護越早，其自身承擔的荷載越大。三種計算方案中的二次襯砌結構足以承擔隧道短期荷載效應，而計算方案4中拱肩附近位置不滿足長期使用要求，此時應對拱肩處適當加強，例如采用加長錨桿等措施。

③無論是對于初期支護還是二次襯砌而言，所選取的計算方案N-Q內力組合均未超出Fs=2的等值線，這表明在隧道服役期間支護結構不會發生剪切破壞。

④常規的復合支護結構一般易發生拉彎或拉剪破壞，實際工程中支護失效往往由二者復合而成，這是由于混凝土本身抗拉強度比抗壓強度低得多，受拉側更易屈服，因此在襯砌結構受拉側應適當配筋，提高其抗拉強度。

定義支護荷載分擔比為初期支護或二次襯砌承擔的支護荷載與總體荷載的比值，根據計算，不同二次襯砌支護時機下的圍巖最終位移和支護荷載分擔比例如圖10所示。由圖10可知，x2=14 m時圍巖拱頂處最終位移比x2=28 m時僅減小約2%，位移減小不明顯，而二次襯砌荷載分擔比增大約30%，造成支護材料浪費。因此，二次襯砌在圍巖變形基本穩定后施作可使支護設計更經濟合理。

(2)二次襯砌支護剛度的影響分析

由于二次襯砌剛度變化會影響支護承載能力包絡線，為使描述更清晰明確，在對二次襯砌支護承載能力進行分析時僅針對Fs=1.5進行對比研究。計算時二次襯砌支護時機取x2=21 m，初期支護和二次襯砌的支護承載能力曲線如圖11、圖12所示。

(a)圍巖位移對比

(b)支護結構荷載分擔比對比

(a)初期支護N-M曲線

(b)初期支護N-Q曲線

(a)二次襯砌N-M曲線

(b)二次襯砌N-Q曲線

由圖11、圖12可知，二次襯砌剛度對支護結構體系安全性有明顯影響。二次襯砌剛度越大，初期支護安全性越高，這表明支護荷載重分布符合“硬支多載”規律；二次襯砌厚度增加時，盡管其承擔的荷載增大，但同時結構承載能力包絡區也增大，總體上來看二次襯砌趨于安全；此外，對于不同的空間位置，支護結構安全度不同，對于兩種內力組合，最不利位置均位于θ=30°附近。可見，并非圍巖變形越大的點支護結構越危險，而應考慮不同內力組合下支護材料的應力狀態，從而判斷最不利荷載位置。

計算可得二次襯砌剛度變化時圍巖變形量與支護結構荷載分擔比例，如圖13所示。顯然，二次襯砌剛度變化對支護結構荷載分擔比有明顯影響，對圍巖變形控制效果影響不明顯。t2=0.5 m比t2=0.3 m二次襯砌荷載分擔比增大約40%，而初期支護分擔荷載則相應降低。

(a)圍巖位移對比

(b)支護結構荷載分擔比對比

綜合以上分析可知，二次襯砌剛度過大或支護過早時，其自身分擔荷載將大幅增加，造成初期支護承載能力得不到充分發揮，而二次襯砌結構參數對圍巖變形控制效果的影響不如初期支護明顯，因此可以確定初期支護在復合支護結構中的主體結構地位，而二次襯砌則主要作為安全儲備。

4 工程應用

4.1 工程概況

賀街隧道是貴廣高速鐵路的關鍵性控制工程，隧道總體呈現北西～南東向，里程范圍DK592+058～DK594+496。隧址位于剝蝕丘陵區，以構造剝蝕中低山為主，山坡自然坡度一般為20°～30°，選取的監測斷面里程為DK592+090～DK592+240，屬于淺埋地段，隧道開挖跨度為14.7 m，矢高12.5 m，隧道開挖面積為150 m2，采用等效面積法將其近似為r0=6.9 m的圓形洞室，現場測量方案和儀器布置如圖14、圖15所示。

圖14 賀街隧道接觸壓力測點布置(單位：mm)

(a)圍巖-初期支護壓力盒布置 (b)初期支護-二次襯砌壓力盒布置

本文選擇DK592+180斷面進行研究，隧道穿越泥質砂巖，埋深為H=15.7 m，上浮巖土層平均容重為γ=21 kN/m3，根據現場地應力測量結果可知側壓力系數λ=0.5。隧道采用復合支護結構，初期支護為30 cm厚的C25噴射混凝土，工22a型鋼鋼架，間距設置0.6 m/榀，初期支護施作完成時與掌子面距離約為9 m；二次襯砌采用55 cm厚的C35鋼筋混凝土，二次襯砌施作完成時與掌子面距離約為20 m。由現場勘測和試驗數據[19]換算得到隧道圍巖和支護結構主要參數，見表2。

表2 賀街隧道支護結構參數

4.2 工程應用效果分析與評價4.2.1 本文方法與傳統設計方法對比

傳統方法在進行支護結構設計時將二次襯砌視為主承載結構，在計算時認為二次襯砌承擔全部荷載。針對二次襯砌結構安全性檢算，將表1參數代入本文公式進行計算，結果表明初期支護和二次襯砌處于工況1，這說明該斷面的參數設計是合理的，本文計算結果與傳統設計方法的對比，如圖16所示。

由圖16可知，采用傳統設計方法對二次襯砌結構進行檢算時，無論對于哪種內力組合方式，二次襯砌結構都無法滿足施工期間的安全性要求，而本文計算結果表明二次襯砌結構不僅滿足長期安全性要求， 還有一定的冗余，可適當減薄。事實上，在工程施工期間并未發生險情，可見傳統設計方法高估了二次襯砌承擔荷載效應使設計偏于保守。因此，在進行襯砌結構的安全性評價時，采用本文計算方法可使支護設計更經濟、檢算更合理。

(a)二次襯砌N-M曲線

(b)二次襯砌N-Q曲線

4.2.2 現場實測數據分析

根據現場實測結果，所選監測斷面接觸壓力如圖17所示。

(a)圍巖-初期支護接觸壓力 (b)初期支護-二次襯砌接觸壓力

由圖17可知，與二次襯砌相比初期支護承擔的圍巖荷載不可忽略，且初期支護和二次襯砌的荷載分擔比具有明顯的空間差異性，這與本文公式所反映的規律相吻合。由于本文計算方法考慮了不同位置支護結構的協同作用，因此更符合工程實際。此外，二次襯砌所受荷載并未超過相同厚度素混凝土的極限強度1.03 MPa，有較大冗余，這進一步表明二次襯砌作為安全儲備是完全可行的。

5 結論

本文基于復合支護結構的協同作用原理，建立了隧道復合支護結構協同作用力學模型，并對其全過程進行解析，基于此提出支護結構安全性評價方法，將此方法應用于賀街隧道工程，驗證了本文計算方法的科學性和可靠性。主要結論如下：

(1)針對復合支護結構協同作用的三種模式建立相應的力學模型并進行全過程解析，計算表明支護效果主要取決于初期支護，而二次襯砌在承載過程中所承擔的圍巖荷載始終小于相同厚度素混凝土的極限承載能力，由此確定了初期支護的主體結構地位及二次襯砌的安全儲備作用。

(2)針對隧道長期安全性的要求，提出了有效協同度的概念，據此建立復合支護結構協同作用評價方法，并指出應結合實際工程的安全儲備要求確定一個相對合理的支護協同度取值區間。

(3)合理的復合支護結構其支護參數具有明顯的匹配效應，工程中應避免初期支護失效，圍巖條件較差時可采用地層改良或多層初期支護進行處置，且前序支護失效前必須施作后續支護，二次襯砌應在圍巖變形基本穩定時施作，實現荷載的合理分配。

(4)支護結構受力具有明顯的空間差異性，因此應基于支護需求對不同部位分別設計，非等強支護不僅能提高支護體系的整體性，亦能使支護結構性能利用率最大化，防止因局部受力過大而失效。

(5)將收斂約束法原理與支護結構承載能力曲線有機結合，提出支護結構安全系數計算方法。計算表明最不利位置不在圍巖變形最大處，應通過不同的內力組合確定，該方法可為隧道支護結構體系優化設計及安全性評價提供一種思路。