華家嶺黃土隧道實測的圍巖變形規律及二襯安全性分析

師凱強，夏 瓊*，2，黃志軍，杜耀輝，王 強，王國靖

（1.蘭州交通大學土木工程學院，蘭州 730070；2.蘭州交通大學土木工程國家級實驗教學示范中心，蘭州 730070；3.中交一公局第一工程有限公司，北京 100024）

自新奧法問世以來，在隧道工程中常常通過現場監測來監視圍巖和支護結構的應力、應變或變形等力學指標，據此分析其穩定性，并且可以通過分析實際的監測數據得出規律，為隧道后期施工提出合理的修正和指導意見.現場測試作為最有效、最能夠客觀呈現變化規律的方法，在理論研究、工程設計和施工過程中常常作為重要的研究方法，一直被研究者們視為重中之重.

陳梅初［1］通過對潭峪溝隧道初期支護結構受力的跟蹤量測與結構分析，總結出圍巖變形集中在開挖后10 d內完成，偏壓會造成錨桿軸力的分布不均勻.趙占廠等［2］通過對淺埋黃土公路隧道襯砌受力現場測試，得出圍巖壓力、鋼架軸力與二襯混凝土應變隨時間變化的規律，同時通過理論計算出邊墻和拱部的圍巖壓力，得出實測值比理論計算值要大；在整個支護體系中，鋼拱架受力主要為壓力且較快達到穩定值，起到最先支護的作用；二襯和仰拱處所受到的力均較小.劉庭金等［3］通過某高速公路隧道二次襯砌壓力實測，確定最大二襯壓力斷面位置，采用規范法計算了二襯軸力與二襯剪力的設計值，結合同濟曙光軟件進行數值模擬，基于模擬結果對二襯結構進行強度校核.徐林生［4］以云南昆石高速公路某3車道大斷面隧道為實例進行跟蹤監測，分析得出Ⅴ級圍巖復合式襯砌結構的總體受力狀況較為復雜，存在著一定的偏壓現象，且實測圍巖壓力遠小于理論計算值.王建秀等［5］以云南元江1號隧道為例，通過長達一年時間的研究，指出圍巖變形的時間效應在隧道建成后一段時間內將繼續使襯砌的結構內力發生變化，影響具有長期性.李鵬飛等［6］對胡麻嶺隧道初支與二襯間的接觸壓力進行了監測，分析其發展規律和空間分部特征，并通過荷載結構模型對二襯內力進行計算，研究了二次襯砌結構的受力特性.王文卓等［7］通過43座隧道的79個斷面初支與二襯間的接觸壓力的統計分析研究了二次襯砌荷載分擔比在洞周的變化規律，結果表明二襯的荷載分擔比集中在0～20%之間.

從隧道開挖施工與襯砌支護過程中的同步監測，到隧道運營期后隧道圍巖與襯砌結構的長期受力與變形監測，現場監測技術在整個隧道工程建設中具有十分重要的作用［8］.由于黃土隧道的工程地質、圍巖本構關系和施工因素等的不確定性［9］，以及黃土圍巖具有強度低、風化快、圍巖松弛容易出現塌方的特點［10］，黃土隧道圍巖變形、應力分布、初支與二襯間的壓力分配以及圍巖與支護的相互關系等無論是定性說明還是定量的評價都需要進一步的探討與研究［11］.

本文通過華家嶺黃土隧道工程施工過程，再結合現場監測軟弱圍巖（Ⅴ類圍巖）條件下的隧道圍巖壓力、圍巖變形、二襯接觸壓力、拱架應力等指標，分析各自的時空分布規律；計算出二次襯砌的荷載分擔比.通過荷載結構法，對二襯的結構內力進行計算，確定二襯的安全系數，從而為隧道襯砌設計、施工的安全可靠性提供工程實踐經驗，進一步豐富黃土隧道設計理論.

1 工程概況

擬建隧道右線起訖樁號YK31+075～YK32+150，長1 075 m，左線起訖樁號ZK31+078～ZK32+180，長1 102 m，隧道最大埋深約125.8 m.進口為山體坡腳，地形平緩，地勢開闊，自然坡度約10～15°.隧址區地層巖性主要為上更新統風積黃土坡積粉質粘土.地下水賦存于黃土孔隙、裂隙中，主要靠大氣降水補給.隧道出口溝道內均有地下水出露，出水量較小.隧址區地下水儲水量較小.

華家嶺隧道開挖高為9.33 m，寬為12.46 m，對ZK31+240～ZK31+380里程進行圍巖變形監測.測試斷面上覆可塑-硬塑型風積黃土；洞身段圍巖上部為稍密-中密沖積黃土狀土，其特征為：黃褐色-黑褐色含少量淤泥腐殖質，粘性較高，無搖振反應，刀切面稍光滑.圍巖呈散體狀，無自穩能力，承載力低，圍巖級別為V級圍巖；洞身段下部圍巖為新近系泥巖，其特征為：桔紅色，薄至中厚層，泥質膠結，成巖性較差，遇水易軟化.成巖性一般，抗風化能力一般，巖芯呈柱狀、長柱狀，錘擊聲悶，強度較低，屬極軟巖.地基承載力基本容許值300～450 kPa，無高地應力現象，圍巖級別為V級，自穩能力差，隧道開挖時洞頂穩定性差，有掉塊及小范圍的坍塌.

所選監測點的工程地質縱斷面如圖1所示.

圖1 工程地質縱斷面圖Fig．1 Engineering geological profile map

隧道開挖采用七步三臺階法，隧道支護結構采用SVp復合式襯砌，初支結構為先將鎖腳錨桿打入圍巖，再安裝好鋼拱架（采用I22a型鋼）和鋼筋網片，之后進行噴射混凝土（采用C25混凝土）.二次襯砌采用50 cm厚的C30混凝土.具體的圍巖物理力學指標如表1所列.

表1 圍巖物理力學指標Tab．1 Physical and mechanical index of surrounding rock

2 現場監測方案的制定

2.1 現場監控量測的項目及內容

根據規范［12］，量測可以分為必測和選測兩大類.監測計劃應該綜合現場施工、具體的工程地質和現場測試各方面的意見，必須緊跟現場進度，開挖后及時埋設元件.本文監測項目如表2所列.

表2 測試元件及監測內容Tab．2 Test elements and monitoring contents

為保證監測儀器的長期有效，在儀器的選擇上采用振弦式元件［13］.圍巖壓力、初支與二襯間的接觸壓力的監測采用南京葛南實業公司的VWE型振弦式土壓力計，其量程為0～2 MPa，分辨率為0.025%F.S，擬合／端基精度為1.0%F.S／0.5%F.S，靈敏度±0.1℃，測溫范圍為-40～+80℃.鋼拱架應變采用VWS型振弦式應變計，測量范圍為±1 500με，靈敏度為0.5με，擬合／端基精度為0.1%F.S／0.5%F.S，測溫范圍為-40～+80℃.

為確保后續數據的準確性，在安裝好傳感器后用VW-102E型全功能讀數儀記錄好每個儀器的初值，等隧道二襯施工完成后，采用GDA1602（4）型全功能采集模塊進行后續的數據采集.

元器件斷面布設方式如圖2所示.

圖2 監測斷面元件布設Fig．2 Layout of elements in the monitoring section

2.2 監測元件布設注意事項

拱頂沉降和水平收斂的測量應在初支支護完成后進行測量，量測頻率為1次／d；圍巖壓力布設時應該注意壓力盒表面與監測點圍巖保持緊密接觸，使壓力盒承壓面充分發生撓曲變形，安裝時在圍巖處挖一個與壓力盒大小相當的坑，將壓力盒受力面與圍巖相齊，固定好壓力盒，量測頻率為1次／d.二襯壓力盒用紗布或者防水布包裹好后，按照正確的操作固定在初襯和防水層之間，將傳輸線沿著初襯表面引出到安全位置，量測頻率為1次／d.

鋼拱架應變計在安裝時應先安裝好底座，再將應變計固定在底座上，在表面罩上保護套，避免噴射混凝土在施工過程中將其破壞；所有測試元件安裝固定好之后，應加強引線的保護，并記錄相應的初值，數據測量的頻率為2次／d.

3 現場測試結果與分析

3.1 圍巖變形規律

3.1.1 里程方向圍巖變形特征分析

通過對ZK31+243-ZK31+373里程20個斷面拱頂沉降和周邊收斂的監測結果分析得到如圖3所示的變化規律.

從圖3（a）中可以看到拱頂沉降范圍在9.2～88.1 mm之間，其平均值為31.85 mm；達到穩定的時間為8～33 d，平均為20 d.從圖3（b）中可以得出周邊收斂值較小，均值為3 mm，表明華家嶺隧道水平方向的圍巖變形較小且圍巖較穩定，這與施工過程的實際情況較一致；周邊收斂達到穩定值的時間為8～25 d，均值為16 d.從圖3（c）中可以看出圍巖變形協調系數（拱頂累計沉降與周邊收斂之比）保持在0.002～0.42，其值相對較小，并在監測范圍內變化幅度很小，說明該段隧道圍巖的變形較一致.

圖3 監測斷面變形穩定值分布ig．3 Distribution of deformation stability value w ithin the monitoring section

總體來看，隨著隧道里程的增加和隧道埋深的增大，拱頂沉降和周邊收斂值均具有減小的趨勢，并且黃土隧道圍巖變形在拱頂處的變形較周邊收斂大，這與文獻［14］研究結果一致.分析其原因：洞身段圍巖由承載能力低、自穩能力差的稍密-中密沖洪積黃土狀土轉變為強風化泥巖；其中黃土隧道洞身圍巖未能形成明顯的拱效應，使得洞身圍巖土體的承載力和穩定性降低，同時黃土垂直節理發育，導致拱頂發生較大的沉降；泥巖段洞身含水較少，且泥巖橫向層狀構造相對于黃土而言穩定性較好，圍巖變形較小.

3.1.2 典型斷面圍巖變形時態曲線分析

典型斷面選取ZK31+325里程，該里程隧道洞身圍巖上臺階以上為黃土狀土，以下為新近系泥巖，屬于Ⅴ級圍巖.通過對該里程25 d左右的監測得到拱頂沉降以及周邊收斂的數據如圖4所示.

圖4（a）所示為拱頂累計沉降與沉降速率曲線圖.從圖中可以看出該斷面拱頂圍巖的豎向位移變化規律為：監測初期拱頂沉降快速發展，經過一段時間后沉降發展變緩，直到最后沉降速率趨于0，拱頂圍巖趨于穩定，不再下沉.其中拱頂下沉最大值為10.9 mm，最終穩定值保持在10.8 mm；拱頂沉降速率在前五天內增長較快，沉降速率最大值為1.79 mm／d，在第5 d后，沉降速率隨時間呈減小趨勢，到第14 d沉降速率降至0 mm／d附近波動，符合規范［15］規定的隧道穩定狀態條件判定，即圍巖下沉變形基本穩定.

在掌子面開挖后0～6 d之內，拱頂沉降量占總變形的66%左右，在6～14 d拱頂沉降量占總變形的26%左右，試驗斷面在第17 d之后圍巖下沉量變化較小，圍巖拱頂下沉趨于穩定.拱頂累計下沉-時間曲線先是快速增長，然后緩慢增長，且最終趨于穩定，由此可知隧道在施工過程中支護等措施安全合理.

圖4 （b）為周邊收斂與周邊收斂速率曲線圖，圍巖周邊收斂變化趨勢為：在掌子面開挖后的0～9 d內圍巖變形發展較快，最大增長速率為0.96 mm／d，累計收斂值占總收斂值的66%左右；在掌子面開挖后的9～20 d期間，圍巖水平位移進入穩定增長階段，該階段的累計收斂量占總收斂量的16%，總體呈緩慢增長趨勢；最終最大收斂值達到5.1 mm，之后趨于穩定，收斂速率小于0.15 mm／d，圍巖變形保持穩定.

圖4 拱頂沉降與周邊收斂曲線Fig．4 Curves of vault settlem ent and surrounding convergence

3.2 初次襯砌鋼拱架受力隨時間變化規律分析

為鋼拱架應變隨時間發展曲線（負號表示受壓）如圖5所示，從圖5可知：

1）在整個開挖過程中，鋼拱架在較短時間內達到穩定值.拱架布設初期，應變值增加較快，然后產生波動，最后趨于平穩，整個過程呈現出三階段變化的規律.右拱肩、左拱腰、右拱腰鋼拱架內外側以及左拱肩外側均受壓，僅左拱肩內側受拉.

2）從圖5（a）、（b）可以看出鋼拱架拱肩處內外緣受力分布不對稱以及不相似，并且左拱肩處內緣應變為正值（受拉）且數值較大（1 914.8μξ（382.9 MPa）），右拱肩處內緣應變（-250.5μξ（-50.1 MPa））較外緣應變（-240.9μξ（-48.2 MPa））小.可推斷這兩處圍巖不僅存在偏壓，而且可能因為中臺階在施工過程中鋼拱架發生扭曲，從而使的內外緣應力分布出現較大差異.拱腰處鋼拱架內外兩側應變差別不大，主要因為拱腰處鋼拱架緊貼圍巖且與圍巖基本保持水平，受力較均勻，內外緣變形比較一致.

圖5 鋼拱架應變變化曲線Fig．5 Strain curves of steel arch

3）從鋼架內外側應力的時程變化曲線可以看出，在仰拱封閉之前，每步開挖鋼架應力都會產生變化，直到二襯施工完成后，初支鋼架的內力才會基本穩定.且在二襯施工之前的一段時間里初期支護結構與圍巖接觸良好，鋼拱架無變形，初支混凝土無開裂現象，說明混凝土噴射質量合格，設計合理.鋼拱架達到穩定的時間一般在22～29 d，這與圍巖變形達到穩定的時間較一致.

3.3 圍巖壓力隨時間變化規律分析

不同部位圍巖壓力隨時間發展曲線如圖6所示，圍巖壓力穩定值分布如圖7所示.

圖6 圍巖壓力變化曲線Fig．6 Variation curve of surrounding rock pressure

圖7 圍巖壓力穩定值分布（單位：kPa）Fig．7 Distribution of the stability values of surrounding rock pressure（unit：k Pa）

由圖6可以看出不同位置圍巖壓力變化規律為：1）左拱肩在上臺階開挖支護完成后第8 d達到最大值9.0 kPa，然后趨于6.0～9.0 kPa的穩定值；2）右拱肩處的圍巖壓力在拱肩初支支護完成4 d之內快速增大到最大值35.5 kPa，然后在第7 d下降到20 kPa，第7～24 d期間圍巖壓力緩慢增大，之后一直保持在35～40 kPa左右；3）左拱腰處的圍巖壓力增長迅速，在支護完成后第4 d就達到最大值62.5 kPa，之后緩慢地減小到18.0 kPa，等到二襯施作完成后混凝土強度的形成，該處圍巖壓力逐漸增大趨于30～40 kPa之間；4）右拱腰處的壓力值變化比較平緩，數值變化也不大，最大值保持在7.5 kPa，穩定值保持在4.5～6.5 kPa之間；5）仰拱底壓力盒的讀數較小且變化不大，保持在2.0～4.5 kPa之間.

左、右拱肩的圍巖壓力變化規律均為先快速增大，而后緩慢增大再到趨于穩定的三階段變化規律.從圖7中可以看出，左拱肩的最大值較右拱肩小，造成圍巖壓力的差異是由于隧道左側地勢平緩有村落分布，使得隧道產生偏壓所致；左拱腰處壓力較右拱腰壓力大，主要是由于左右拱腰開挖存在時間差，左右拱腰開挖不一致，左拱腰開挖早于右拱腰4 d，支護完成后由于不對稱，拱圈沒有閉合，導致圍巖變形過大，從而產生過大的圍巖壓力.隨后又減小是由于右拱腰和仰拱支護完成后拱圈封閉，整個支護結構形成統一封閉體系，圍巖變形受到抑制，受擾動土體強度的恢復和初支混凝土強度的形成，使得土體“拱效應”充分發揮，圍巖壓力逐漸減小.

圍巖壓力的大小變化受隧道施工過程的擾動以及開挖順序的影響較明顯.左右拱肩、右拱腰、仰拱的變化規律比較一致，只是在圍巖壓力大小上存在差距.從圖7中可以看出拱肩開挖距左拱腰開挖時間長達19 d，故在左拱腰開挖時，左右拱肩處的壓力已經趨于穩定，拱腰的開挖過程中，右拱肩處的圍巖壓力保持較大值，在二襯施作過程中，右拱肩處的圍巖壓力略有增加，之后，降至穩定值.另外，從圖7中可以看出二襯施作完成后，左拱腰處圍巖壓力又重新分布，表明二襯結構在隧道支護體系中起到了安全儲備的作用.

總體而言，圍巖壓力的變化均遵循先迅速增大，之后隨著隧道的施工圍巖壓力進行調整，直到趨于穩定.但是在開挖過程中不同位置圍巖壓力的變化規律還是存在較大的差異，上臺階開挖的過多，中臺階與上臺階的開挖步距過大，都會影響圍巖與支護結構之間的壓力，所以在隧道開挖過程中要嚴格按照開挖流程進行開挖，以確保開挖后圍巖和初支結構的穩定性，避免圍巖壓力過大而使隧道坍塌，造成不必要的安全隱患.

3.4 初支與二襯間接觸壓力隨時間變化規律分析

二襯接觸壓力穩定值分布如圖8所示，初襯與二襯之間的接觸壓力時態變化曲線如圖9所示，由圖8、9可知：

圖8 二襯接觸壓力穩定值分布（單位：kPa）Fig．8 Distribution of stable contact pressure of secondary lining（unit：k Pa）

圖9 初支與二襯間接觸壓力變化曲線Fig．9 Variation curves of contact pressure between primary support and secondary lining

1）左、右拱肩處接觸壓力變化為先增大后穩定，壓力值均較小，最大值分別為4.5 kPa、12.0 kPa；左、右拱腰處的接觸壓力值較大，其發展規律為：開始的0～4 d內快速增大到一個峰值，而后略微減小，之后緩慢增大，最后趨于穩定，最大值分別為59.5 kPa，37.0 kPa；接觸壓力表現出從拱肩向拱腰增大的趨勢.

2）右拱腰處接觸壓力在第35 d發生較大變化，在第40 d之后，右拱腰的圍巖壓力減小到了10.0 kPa，之后保持在17～22.5 kPa.此處圍巖壓力變化的原因可能是由于二襯臺車的拆卸對接觸壓力的擾動，由于臺車的支撐使二襯處于三向受壓狀態，隨著臺車的拆除，由原來的三向受壓轉變為單向受力狀態，應力狀態再次調整，最后趨于穩定.此時左右拱肩處的接觸壓力變化不大，說明臺車的拆卸對此處接觸壓力沒有明顯影響.

3）通過以上初襯與二襯間接觸壓力的分析，可以看出接觸壓力與圍巖壓力的變化規律均為先快速增大然后緩慢調整再到保持穩定的三階段變化規律.將初支、二襯間接觸壓力值與圍巖、初支間壓力值的比值作為黃土隧道初期支護與二次襯砌荷載分擔比例，則監測斷面各位置的荷載分擔比例分別為左拱肩51%、右拱肩30%、左拱腰153%、右拱腰586%.由以上結果可知，測試斷面荷載分擔比在拱肩處較小，在拱腰處較大.這也說明二次襯砌在整個支護體系的作用不容忽視，在某些部位（如拱腰處）也是主要承載結構，因此在支護結構設計時，應根據具體的受力情況進行設計.

4 二次襯砌安全性分析

4.1 二襯荷載分布的確定

通過規范［15］中素混凝土襯砌的計算方法對實測荷載分布下二次襯砌的安全性進行分析，實測荷載分布如圖10所示.

圖10 二襯實測荷載分布（單位：k Pa）Fig．10 Measured load distribution of secondary lining（unit：kPa）

安全系數的計算公式為

式中：K為混凝土結構強度安全系數；N為軸力；Ra為混凝土抗壓強度；R1為混凝土抗拉強度；b為截面寬度；t為截面厚度；φ為截面縱向彎曲系數.對于隧道襯砌φ=1；α為軸向力的偏心影響系數，其值按最小值取為0.75.

基于荷載結構法，結合Midas-GTX／NX有限元程序在實測的荷載下進行二襯軸力與彎矩的計算.二次襯砌采用梁單元模擬，二次襯砌外側采用徑向的曲面彈簧模擬地層反力，僅考慮彈簧受壓而不考慮彈簧受拉［16］.二次襯砌的厚度為50 cm，彈性模量取31 GPa，泊松比為0.2，圍巖彈性反力系數R為150 MPa／m.

4.2 二次襯砌安全系數計算

通過有限元模型計算得到實測荷載下的二次襯砌的軸力和彎矩如圖11所示.

從圖11可以看出：實測荷載作用下二次襯砌的軸力最大值出現的位置位于拱底，最大正彎矩位于左側拱腰與仰拱左側，最大負彎矩位于拱腳處；由于在拱腳處彎矩較大，使得該部位存在大偏心受壓情況，通常為最不利位置，在施工過程中應及時觀測與監測，起到提前預防作用.

圖11 實測荷載下二次襯砌的內力Fig．11 Internal force of secondary lining under measured load

根據式（1）、（2）計算可以得到實測荷載作用下的隧道各部位的安全系數，如表3所列.

通過分析表3中的數據得到：實際荷載作用下得到的二襯安全系數均滿足規范值，拱腳處的安全性由混凝土的抗拉強度控制，其余各部位的安全性均由混凝土的抗壓強度控制，并且安全系數較大.

表3 實測荷載下二次襯砌的安全系數Tab．3 Safety factor of secondary lining under measured load

分析其原因，二襯本身是在初支相對穩定的情況下施作的，按照隧道的受力特征，二次襯砌的受力較小，同時二次襯砌受力也是一個相當漫長的變化過程，且未考慮初支對于二襯間的切向力以及壓力盒安裝與監測過程中局部測點的應力集中效應［17］，同時對于二襯數值計算時未考慮混凝土配筋的影響，使得實測荷載下的二次襯砌的安全系數較大且偏保守.

4.3 二襯設計參數對安全性的影響分析

通過改變二襯相關的設計參數，進行參數化模擬分析，得到二襯不同位置處的安全系數，總結其變化規律.

1）圍巖彈性反力系數

規范［15］規定V級圍巖的彈性抗力系數為100～200 MPa／m，改變其值將使得圍巖的內力分布發生變化，在實測荷載作用下二襯各位置的安全系數與圍巖彈性抗力系數之間的關系如圖12所示.

圖12 圍巖彈性反力系數與安全系數的關系Fig．12 Relationship between resistance factor of surrounding rock and safety factor

2）混凝土厚度

通過設計不同的混凝土厚度（35 cm、40 cm、45 cm、50 cm），來研究實測荷載作用下二襯各點的安全系數，結果如圖13所示.

圖13 混凝土厚度與安全系數的關系Fig．13 Relationship between concrete thickness and safety factor

3）混凝土強度

通過設計不同強度的混凝土（C30、C35、C40、C45）來研究實測荷載作用下二襯各點的安全系數，結果如圖14所示.

圖14 混凝土強度與安全系數的關系Fig．14 Relationship between concrete strength and safety factor

結合圖12～14可知：圍巖彈性反力系數對于二襯的安全性影響不大，在100～200 MPa／m范圍內，二襯各點的安全系數波動很小；混凝土厚度和混凝土強度對于二襯各點安全系數的影響規律比較一致，在混凝土強度與圍巖彈性反力系數一定的情況下，隨著混凝土厚度的增大，拱頂、拱肩和拱腳處的安全系數增大明顯，但最不利部位拱腳處的安全系數隨混凝土厚度的增大變化并不明顯，從35 cm厚度的2.1到50 cm厚度的3.9，只增大了1.8.在混凝土厚度與圍巖彈性反力系數不變的情況下，隨著混凝土強度的增大，除拱腳處外，其余部位安全系數增大明顯，拱腳處的安全系數從C30強度的3.9到C50強度的5.1，只增大了1.2.

5 結論

通過對黃土隧道現場監測結果進行分析計算，可以得到以下結論：

1）監測段拱頂沉降沿里程與埋深增大方向拱頂沉降值減小，水平收斂值減小，并且拱頂沉降較周邊收斂大.隧道拱頂沉降、周邊收斂均較小，且都為正常曲線，未發生突變現象，急劇增長階段發生在4～6 d左右，變形占總變形的60～77%；持續增長階段的變形量約占總變形量的20%左右；拱頂沉降平均值為31.85 mm；達到穩定時的時間為8～33 d，平均為20 d.周邊收斂均值為3 mm，達到穩定值的時間為8～25 d，均值為16 d.

2）鋼拱架的受力比較復雜，施工過程中的變動會導變形過大，圍巖的開挖不均勻也會導致變形不均，但總體而言，鋼拱架的變化呈現三階段變化規律，且前期便變化較快，與圍巖變形達到穩定的時間一致，表明支護結構在開挖過程中起到了良好的支護效果.

3）圍巖壓力變化總體呈現三階段變化，在施工工序的影響下出現一些波動，但隨著后續工程的施工圍巖壓力的變化逐漸趨于穩定.圍巖壓力劇增發生在開挖后第4～10 d，此時間段圍巖壓力變化速率較大，但隨著隧道后續各支護結構的完善，各測點處圍巖壓力逐漸趨于穩定.

4）接觸壓力總體呈“上小下大”，并且接觸壓力在拱腰處的值較圍巖壓力大，二次襯砌在設計時二襯接觸壓力在混凝土強度形成后由于二襯臺車的拆卸導致接觸壓力發生新的變化.因此在隧道施工中應當注意二襯施作的合理時間，避免施工滯后導致支護結構產生過大應力而造成破壞.

5）結合現場實測二襯荷載，計算得到華家嶺隧道二襯安全系數滿足規范要求，其安全系數較大，二襯不利位置在拱腳與拱腰處；通過對二襯相關參數的分析，不管是增大混凝土的強度還是減小混凝土的厚度，對于拱腳處安全系數的影響不大，因此也證明華家嶺隧道二襯設計參數的合理性.