引江济淮工程膨胀土下伏崩解岩边坡处治试验研究

李国维，赫新荣，李铭，王志勇，吴少甫，江永强，吴建涛，陈伟

(1.河海大学岩土力学与堤坝工程教育部重点实验室，江苏南京，210098；2.河海大学道路与铁道工程研究所，江苏南京，210098；3.安徽省引江济淮集团有限公司，安徽合肥，230000；4.中铁第四勘察设计院集团有限公司，湖北武汉，430063；5.中铁二十局集团第二工程有限公司，北京，100000)

引江济淮工程是国家级重大水利工程项目，其规划功能是为安徽地区城乡供水、沟通长江淮河航运以及改善巢湖及淮河水生态环境。工程自长江安徽段引水向北输送，途径巢湖后汇入淮河流域，并一路向北调水至河南省周口及商丘等地，全线供水规模覆盖皖、豫2 省14 个市，共55 个区县，覆盖面积约7.06 万km2，4 132 万人口。引江济淮全线自南向北，以巢湖及淮河分界，分为引江济巢段、江淮沟通段及江水北送段3 个工程区段，总输水线路长1 048.68 km，需疏通扩挖200.01 km，新开河道114.66 km。

引江济淮新开河段大部分处于不良地质条件区域内，地层含膨胀土、崩解性砂岩和膨胀岩，表1所示为膨胀土及崩解性砂岩、膨胀岩河段分布情况。由表1可知：膨胀土以弱膨胀和中膨胀为主，膨胀岩以泥岩为主。

表1 引江济淮工程膨胀土及崩解、膨胀岩河段分布Table 1 Distribution of expansive soil,disintegration and expansive rock in river section of Yangtze-to-Huaihe water diversion

为论证工程规划的可行性，针对膨胀土和崩解岩的处治问题，本文作者在工程的可行性研究阶段开展试验工程，研究膨胀土、崩解岩的属性特征，比选处治方案的防护效果，为工程决策提供参考。

1 引江济淮试验工程概况

1)平面位置及分布。引江济淮试验工程位于安徽省合肥市蜀山区小庙镇窦小郢村，邻近G312国道，河段区间为J40+700～J42+200，西北走向，长1 500 m，渠道顶高程为32～37 m，渠底高程为13.4 m，渠道边坡为四级边坡，总占地1.858 7 km2。

2)地层条件概况。引江济淮试验工程沿线区域，地表多为第四系地层。第四系上更新统(Q3)，普遍分布在试验工程河道坡表，层厚常为10～20 m，冲积形成，大部分是粉质黏土、灰黄、棕黄色重粉质壤土、含钙质结核及铁锰小球，轻粉质壤土夹砂壤土。第四系全新统(Q4)：零散位于河道附近，层厚为1～3 m，冲积形成，主要为灰色、灰黄重粉质壤土。第四系地层具有膨胀性。试验工程显露的基岩多为白垩系(K)粉、细砂岩，泥岩，泥质粉砂岩等。

3)工期及进度。试验工程工期为24 个月，分2期实施。一期工程于2016年7月完成，河道底部小断面宽20 m，左岸设8个防护试验区，右岸设4个裸坡试验区，1 500 m 渠道分隔为3 段开展原位试验。二期工程于2017年10月完成，扩挖至底宽60 m 的设计断面，上口宽220～260 m，挖深22～24 m，按引江济淮工程初设批示要求完成河道防护。

4)试验方案。布置12 个试验方案，其中8 个试验方案用于评价多种边坡防护结构的有效性、对比过水断面和不过水断面运行情况和变化规律以及防护方案技术参数优化等研究工作。处理措施的防护效果可在4 个裸坡试验区进行对比验证，同时可对膨胀岩土边坡破坏机理与破坏方式进行研究。预置2个专项勘察试验区。原位专项试验选择在专项勘察试验区进行，结合2 道隔离堤布置，同时进行取样、原位测试以及其他必要的辅助性专项试验等。试验工程研究内容包括膨胀土特性、崩解性砂岩演化机理、膨胀土改良方法、膨胀土边坡防护方法、崩解岩的防护方法以及河道开挖施工工艺等。

2 膨胀土特性

2.1 基本特性

1)物理性指标。试验工程所在区域地层从上往下大致可分为棕褐色壤土层、黄褐色壤土层以及红色粉砂岩层3个大层。其中，棕褐色壤土层和黄褐色壤土层中夹有黑色黏土亚层，该亚层呈透镜状不连续分布。主要膨胀土各土层基本物理及水理性质指标如表2所示。

表2 膨胀土各土层基本物理及水理性质指标Table 2 Basic physical and hydraulic property indexes of each soil layer of expansive soil

2)自由膨胀率。渠道开挖揭穿建基面，现场可直接测绘地层分布并可进行原位试验、取样分析。主要工作包括地质测绘、水文地质观测、原位试验以及室内试验等。同步进行建基面地层土的自由膨胀率(δ)试验，结果如表3所示。

由表3可知：试验工程场地建基面地层中以中、弱膨胀性的土为主体，样本占比约为75%，非膨胀性土占比为25%，中膨胀土的比例小于10%。自由膨胀率最小为10%，最大为90%，平均为46%。

表3 试验段建基面地层膨胀性统计表Table 3 Statistics of formation expansibility of foundation surface in test section

综上，建基面地层土的膨胀性以弱膨胀为主要特征，呈竖向成层分布，不同深度的土层的膨胀性差异较大。同一层土的膨胀性在水平向非均匀分布，不同位置土的膨胀性具有一定差异。

3)膨胀力。在试验工程区内选取代表性土样，进行了2批次共104个试样的膨胀力试验。在进行膨胀力试验时，采用浸水过程中试样在竖直方向不变形的方法。膨胀力试验结果如表4所示，膨胀力最大值为74.4 kPa，最小值为0 kPa，平均值为13.4 kPa。

表4 膨胀力试验结果汇总表Table 4 Summary of swelling pressure test results

由表4可知：仅有4组试样膨胀力超过50 kPa，与压实红黏土的膨胀力相近[1]，与一般黏土的膨胀力差别较小。由此，试验工程场地内土体膨胀力不高，这与其膨胀性总体偏弱相一致。

4)矿物成分。通过X 射线分析崩解性砂岩中的矿物成分，结果如表5所示。由表5可知：试验工程场地内土体矿物成分以石英为主，其次为长石，矿物中蒙脱石质量分数差异较大，平均质量分数为11%，最大质量分数为68%。

表5 膨胀土矿物成分(质量分数)Table 5 Mineral composition of expansive soil %

5)渗透性。采用变水头法进行膨胀土渗透性室内试验。在试验区内选取代表性原状土样，进行了63组试样的变水头渗透试验。试验结果显示，试验工程段土体渗透系数为2.92×10-8～2.80×10-5cm/s。

在试验区内选取代表性土层试验点，进行了共22 组原位双套环渗透试验。试验结果显示，原位双套环测得土体渗透系数为5.46×10-6～1.35×10-4cm/s。

现场试验中采用4套环方案，测试试样面积对渗透性的影响[2]。采用4 套环可同时进行同一土层上多组不同试样面积现场渗透试验，从而减少试验点土样的差异所引起的误差，并且可以大大减少试验时间，提高试验效率。

为研究胀缩性土体、裂隙发展程度不同时，试样面积对渗透系数测试结果的影响规律，选用3种不同膨胀性等级土样(自由膨胀率分别为28%，42%和68%)，分别进行0，3 和5 次干湿循环，使其裂隙开展，测定不同面积下土样的渗透系数。渗透试验结果如表6所示。

由表6可知：膨胀土渗透系数与试样面积有关，等效入渗面直径大于37 cm后趋于稳定；干湿循环后渗透系数与土的膨胀性呈正相关，与循环次数呈正相关。

表6 膨胀土渗透试验结果Table 6 Permeability test results of expansive soil

2.2 室内直剪强度

在试验工程区内选取代表性土样，共进行106组室内(固结)快剪试验。试验时，试样的剪切面主要呈水平向，对其中5组试样进行剪切面为竖直向的快剪试验。室内直剪试验结果见表7和表8。

表7 膨胀土室内直剪试验结果Table 7 Indoor direct shear test results of expansive soil

表8 不同方向剪切面的室内直剪试验结果Table 8 Indoor direct shear test results of shear planes in different directions

由表7可知：取样点不同，试样直剪强度指标相差很大。这一特征和场地地层物质组成的非均匀性有关。物质组成的局部差异也使应力历史和气候等条件对土体产生影响，使试样形成非均匀分布的场地强度特征。

由表8可知：试样剪切面为水平方向时比竖直方向时测得的直剪强度略低，主要是黏聚力略小，而内摩擦角相差不大。这一特征表明试验工程场地区域内土体强度特性总体上未表现出明显的各向异性。

综上可知，在试验工程场地内，膨胀土的室内强度指标在空间分布上具有明显的非均匀性，在同一位置未呈现明显的各向异性。

2.3 地表膨胀土裂隙发展规律

膨胀土是一种随湿度改变而发生明显体积胀缩变化的土体，具有易开裂、强度易衰减等特殊性质，增大了边坡灾害的风险。引江济淮河道沿线分布大量膨胀土，为保证膨胀土边坡加固措施的有效性，需研究膨胀土在气候作用下的现场裂隙发展规律。

采用型号为NH121WS-R 的传感器对大气温度、湿度进行采集、记录。

开展现场试验观测场地地层裂隙发展过程，研究裂隙平面和竖直剖面上的分布规律。使用“观察井法”和“油漆法”，平行观测膨胀土裂隙的发展全过程，互相校核2种方法所得结果，得到裂隙发展规律。

“观察井”设置于渠道右岸裸坡区，重点观察“观察井”的直立剖面，作为裂隙发展面[3]。以中膨胀土和非膨胀土作为对比，观测频率为每月1～2次。观测时间从2016-05-01开始，至2017-04-25结束。

试验所用油漆为非浸润性液体，在自重条件下会从裂隙处向下流动。试验自2017-02-20 现场施工开挖揭露之日起实施，观测频率为每月1～2次。

研究未受干湿影响条件下的膨胀土在自然条件作用下的裂隙开展情况，并研究其与膨胀性质、开挖角度、暴露时间等因素的关系。

图1所示为膨胀土历时120 d 的表面裂隙率、日降雨量变化。图2所示为中膨胀土360 d 内裂隙开展深度及侧壁裂隙率。图3所示为“观测井”侧壁土体裂隙深度开展速度与空气温度、湿度的关系。

图1 表面裂隙率与日降雨量、时间的关系Fig.1 Relationships among surface crack rate,daily rainfall and time

图2 裂隙深度和侧壁裂隙率随时间的变化Fig.2 Variations of fracture depth and sidewall fracture rate with time

图3 裂隙发展速率与大气温度随时间的变化Fig.3 Variations of fracture development rate and atmospheric temperature with time

由图1～3可知：膨胀土表面裂隙率主要受含水率影响，两者之间表现出强相关性。表面裂隙率随含水率下降而升高，随膨胀性增高，最大裂隙率变大，受边坡坡比影响较小；新揭露膨胀土剖面上裂隙发展深度在1 a时可达1.5 m，裂缝发展与外部环境密切相关。大气温度越高、湿度越低，膨胀土裂隙发展速度越高。裂隙开展深度显著受边坡坡比影响，尤其在裂隙早期开展过程中，剖面上裂隙呈“V”形。土的膨胀性越强，在外界条件相同时，裂隙开展深度越大。

3 崩解岩特性

3.1 基本特性

1)物理性指标。试验工程场地下伏基岩为全风化或强风化白垩纪粉砂岩、细砂岩、粉砂质泥岩，顶板埋深12～15 m，岩层产状为NW330°—NE15°，倾角为15°～35°，以砂岩为主，泥岩呈夹层状分布。泥质砂岩抗压强度低，崩解性强，遇水软化性强，以暗红色、紫红色为主，构造呈柱状、短柱状，干燥时易开裂，节长5～50 cm，岩石质量指标RQD(rock quality designation)为10%～50%，层间存在薄层或极薄层。结构处发育，充填黑色铁锰膜，岩体等级划分为Ⅳ级，为软岩。表9所示为崩解性砂岩的物理性指标[4]，图4所示为崩解性砂岩崩解物的颗粒粒径分布曲线。由表9和图4可知：崩解性砂岩天然含水率小于16%，崩解后最大粒径小于1 mm，天然状态为非饱和状态。

图4 崩解性砂岩崩解物的颗粒粒径分布曲线Fig.4 Particle size distribution curve of disintegrated sandstone

表9 原状崩解性砂岩物理性指标[4]Table 9 Physical indexes of undisturbed disintegrating sandstone[4]

2)矿物成分。通过X 射线分析崩解性砂岩中的矿物成分，分析结果见表10。由表10可知：泥质砂岩中蒙脱石质量分数明显比泥岩的小，根据CECS 239—2008“岩石与岩体鉴定和描述标准”规定，蒙脱石矿物的质量分数小于10%，与砂岩自由膨胀率为11%相吻合。

表10 砂岩和泥岩矿物成分与质量分数统计Table 10 Statistics of mineral composition and mass fraction of sandstone and mudstone

3.2 崩解特性

崩解是岩石风化成土的一种作用，含有黏土矿物的岩层在开挖揭露后或暴露于外界环境中的岩层，由于外界环境的湿度变化，岩石在干燥—失水—再吸水的干湿循环作用下，出现原岩块慢慢崩解破碎，甚至分散成碎屑或泥的现象。将2次干湿循环后崩解物烘干，称量质量后与原试件烘干质量相比，表征岩石的耐崩解性能：

式中：Id2为岩石二次循环耐崩解指数，%；mr为原试件烘干质量，g；ms为残留试件烘干质量，g。FRANKLIN等[5]提出岩石耐久性分类标准，如表11所示。

表11 软岩的耐久性分类指标Table 11 Durability classification index of soft rock

图5所示为试验场建基面崩解性砂岩的二次耐崩解指数分布图，最大值为2.33%，依据表11所示分类标准，基岩的耐久性很低，耐崩解指数Id2=1.44%。参照赵明华等[6]对软岩岩块崩解的过程和崩解物的状态分类标准，试验场地建基面的泥质砂岩为强崩解岩。

图5 崩解性砂岩二次耐崩解指数空间分布Fig.5 Spatial distribution of secondary disintegration resistance index of disintegrating sandstone

4 膨胀土强度试验试样面积

4.1 裂隙膨胀土强度尺寸效应

膨胀土具有显著胀缩性、结构性，是易产生裂缝的特殊黏性土，在自然条件下，反复胀缩裂隙的发展改变了原有土体的结构，使土体表现出明显的各向异性[7]。在土体的力学或渗透分析中通常假定土体是连续介质，不考虑试样横截面面积对相关参数的影响，可在膨胀土中，由于裂隙的产生对膨胀土影响较大，因此，上述假定不符实际。WEIBULL等[8-9]发现土体内部的裂隙性与结构性使土体强度参数表现出一定的尺寸效应，试样面积越大，土体测试强度越低。工程中常利用现场大尺寸原位试验所测参数与室内常规试验所测参数进行对比，以确定区域土体强度折减系数，以此对同类土室内小尺寸试验所测参数值进行修正，确定土体实际强度。

土体的尺寸效应受其内部结构所影响，在干湿交替作用下，膨胀土胀缩裂隙逐步发展，内部结构发生改变，其强度的尺寸效应也将发生变化。针对不同裂隙状况下的膨胀土试样开展多尺寸剪切试验，确定膨胀土的裂隙状况对其强度尺寸效应影响，以便在实际中确定裂隙膨胀土的强度。

对膨胀土大尺寸原位试件开展现场干湿循环试验，并对其进行多尺寸原位剪切试验(包括直径为50 cm、高为20 cm 的圆柱试样和边长为30 cm、高为20 cm的矩形试样及常规室内直剪试验，确定在不同裂隙状况下，膨胀土试样面积对土体测试强度的影响。

直剪试验依据SL 237—1999 中“土工试验规程”[10]进行。臧德记等[11-12]发现膨胀土的失稳破坏主要以浅层滑坡破坏为主，且大部分滑坡发生在埋深2 m之内，因此，在直剪过程中，使用小载荷试验(上覆压力小于150 kPa)得出的强度更接近膨胀土切坡的实际强度。本试验中，剪切试验均采用小荷载，上覆压力最大值取100 kPa。直剪试验方案及剪切面饱和度见表12。直接剪切试验时间短，为不排水剪切。在试验过程中，测量试样剪切应力与剪切位移，获取应力-应变关系曲线。剪切试验结束后，在试样剪切面取环刀样进行室内常规剪切试验，并测量剪切面含水率。

当剪切变形速率急剧增大或剪切变形量为试样面积的1/10时，土体已经被破坏，可停止试验，现场原位剪切试验控制在20 min内完成，因此，2种原位剪切试验的剪切速率分别取0.15 cm/min 和0.25 cm/min。常规室内直剪试验依据土工试验规程执行，剪切速率为0.08 cm/min。

图6所示为不同干湿循环次数下，土体黏聚力与试样面积之间的关系[14]。由图6可知：土体黏聚力与试样面积间呈指数相关性[13]，随试样面积增大，土体黏聚力逐渐减小，并且其下降速率逐渐减小；当试样达到一定面积后，土体黏聚力不受试样面积影响。干湿循环会加剧试样面积对土体测试黏聚力的影响，增强土体直剪强度的面积效应；当试样面积从30 cm2增至1 963 cm2，未进行干湿循环时土体测试黏聚力减小13.50%，5次干湿循环后，其黏聚力减小44.55%。

图7所示为不同干湿循环次数下，土体内摩擦角与试样面积之间的关系。由图7可知：土体内摩擦角主要受土粒本身性质的影响，试样面积及干湿循环次数未对土体内摩擦角产生规律性影响。因此，研究中所考虑的剪切强度指标主要为黏聚力，未考虑内摩擦角。

图7 干湿循环作用下土体内摩擦角与试样面积间的关系Fig.7 Relationship between internal friction angle of soil and sample area with dry-wet cycle

定义参数λ为土体黏聚力折减系数：

式中：ci-s为现场原位剪切试验所得黏聚力，cc-s为室内常规直剪试验所得黏聚力。依据图6所示试验结果，计算获取不同干湿循环次数下土体的黏聚力折减系数λ。λ与表面裂隙率(CIF)之间的关系见图8。从图8可知：针对2 种不同的原位剪切试样面积，折减系数λ与CIF均呈负线性相关性，随CIF增大，λ线性减小，并且试样面积越大，减小速率越快。对于2种不同面积的原位剪切试验，未进行干湿循环时，试样表面无胀缩裂隙，CIF取0，中尺寸与大尺寸试验所得黏聚力折减系数λ分别为0.891及0.865；5 次干湿循环后，CIF增至17.66%，中尺寸与大尺寸试验所确定的λ分别为0.644及0.554。

图8 λ与CIF之间的关系Fig.8 Relationship between λ and CIF

4.2 裂隙膨胀土合理试样面积研究

针对现场原位剪切试验，若试样面积大，则实施困难，若试样面积小，则试验结果的可靠性难以保证，因此，确定合理的现场试验面积具有重要价值。膨胀土作为一种典型的裂隙土，在自然条件下，土体内部胀缩裂隙不断发展。针对同一膨胀土，研究不同裂隙条件下土体原位剪切试验合理试件面积具有重要意义。

设REV为土体的合理试样面积。土体REV确定的标准通常带有一定的主观性，因此，建议将REV与“最大允许误差(EMP)”概念相关联。通过给定一个最大允许误差(EMP)，某面积下，当试验参数的平均相对误差仅小于EMP时，可认为该面积为此EMP所对应的REV。其中，平均相对误差用δˉ表示，即

式中：为平均相对误差；L为测试真值，即为试验结果趋于稳定后的值；li和n分别为实际测试值及测试次数。

通过试验，获取进行干湿循环作用下的多尺寸剪切试验结果及土体表面裂隙图像，据土体CIF及黏聚力参数对膨胀土REV进行研究，分析由CIF确定的REV-CIF与由黏聚力确定的REV-c之间的关系，给出土体表面裂隙图像，确定对应裂隙状况下原位剪切试验合理试样面积(REV-c)的方法，为工程设计时裂隙土体强度参数的合理取值提供参考。

4.2.1REV-CIF的计算

以不同干湿循环次数下的膨胀土表面裂隙图像为背景，在图像区域内选择9 个不同的计算点，如图9(a)所示。以各计算点为圆心，依次增大计算区域面积，在裂隙图像上构造一系列大小不同的正方形计算窗口，如图9(b)所示，然后，采用Matlab软件计算各个窗口所含裂隙的CIF。

图9 裂隙图像上的CIF计算窗口Fig.9 CIF calculation window on fracture image

采用式(3)分别计算不同窗口面积下，9个不同计算点的CIF平均相对误差，并在不同干湿循环作用下，获取CIF平均相对误差与计算窗口面积之间的关系；依据给定的EMP，确定对应干湿循环作用下土体的REV-CIF。其中，CIF测试真值由CIF计算结果趋于稳定时，9个不同计算点的CIF的算术平均值确定。

4.2.2REV-c的计算

采用式(3)计算不同面积的试样黏聚力的平均相对误差，获取不同干湿循环作用下，黏聚力平均相对误差与试样面积之间的关系，并依据给定的EMP，确定对应干湿循环条件下土体的REV-c。其中，黏聚力真值为测试黏聚力与试样面积的关系曲线上(图6)试样面积趋于无限大时的黏聚力。

4.2.3REV-CIF与REV-c的比较

图10所示为膨胀土在干湿循环作用下，土体REV及CIF与干湿循环次数的关系。从图10可知：随干湿循环次数增加，膨胀土的REV与CIF均增大，并且增长速率逐渐减小。针对不同的EMP，2 种方法确定的REV与干湿循环次数之间均表现出相同的变化规律，在同一条件下，REV-c为REV-CIF的1.75～2.97倍。

图10 膨胀土REV与CIF随干湿循环次数的变化Fig.10 Variations of REV and CIF of expansive soil with number of dry-wet cycle

在干湿循环初期，土质均匀性好，REV较小，随着循环进行，裂隙发展，土体裂隙宽度、裂隙块面积增大，裂隙密集度减小，包含裂隙块体所需的试样面积增大，土体的离散性加大，表征土体性质所需要的试样面积(REV)增大。经3～5次循环后，土体裂隙基本趋于稳定，REV达到定值。因此，可认为裂隙的存在与发展是导致裂隙土表现出非连续性的重要因素，是确定土体REV的关键因素。

4.2.4 据表面裂隙图像确定REV-c

定义ζ为REV-c与REV-CIF的比值。在干湿循环条件下，裂隙膨胀土的CIF与ζ之间的关系见图11。从图11可知：针对不同的EMP，不同CIF下的ζ均在1.75～2.97 范围内，并且CIF越小，EMP对ζ的影响越小。

图11 不同EMP条件下CIF与ζ间的关系Fig.11 Relationship between CIF and ζ at different EMP conditions

确定膨胀土凝聚力试验试样合理面积的步骤如下。

1)计算表面裂隙率。开展原位干湿循环试验，根据地表裂隙图像计算表面裂隙率CIF。

2)确定表面裂隙率统计面积的合理面积。根据表裂隙率CIF和最大允许误差EMP计算表面裂隙率统计范围的合理面积REV-CIF。

3)计算黏聚力试样的合理面积比例系数。根据表面裂隙率CIF和最大允许误差EMP，计算凝聚力试样的合理面积比例系数ζ。

4)确定黏聚力试验试样的合理面积。根据表面裂隙率统计合理面积REV-CIF和比例系数ζ，计算凝聚力试验试样的合理面积REV-c=ξREV-CIF。

5 崩解性砂岩改良膨胀土的工程性能

5.1 砂岩质量分数对改良土性状的影响

引江济淮河(航)道工程引江济巢段和江淮沟通段地层连续分布弱膨胀土和具有崩解性的砂软岩。采用非膨胀土封闭是工程中常用的膨胀土边坡防护方法之一。引江济淮工程新开河段广泛分布膨胀土地层，非膨胀土资源短缺，因此，需对原位膨胀土进行改良，物理改良法和复合改良法是常用的手段[15-19]。在常规情况下，砂岩弃料不具备植被生长的基本条件，其废料堆砌存在较严重的环境问题。为资源化利用河道开挖弃渣，扩大非膨胀土来源，试验研究崩解性砂岩改良弱膨胀土的可行性。

5.1.1 试验方案

研究崩解性砂岩物理改良弱膨胀土的应用性能。砂岩质量分数为0，10%，20%，30%，40%，50%和60%，分别进行击实试验，以95%最大干密度制作试样，测定自由膨胀率、无荷膨胀率、有荷膨胀率、直剪强度和渗透系数。掺入砂岩为机械破碎的岩粉，粒径小于2 mm。

5.1.2 试验结果

1)击实性。按照规程(SL 237—1999)，对不同砂岩质量分数的土样进行轻型击实试验，试验结果如图12所示。由图12可知：最优含水率和最大干密度随崩解性砂岩质量分数呈单调变化，未出现峰值。

图12 质量分数与改良土的最优含水率和最大干密度的关系[20]Fig.12 Relationship between mass fraction and optimal moisture content and the maximum dry density of improved soil[20]

2)胀缩性。崩解性砂岩改良土的膨胀性指标随砂岩质量分数的变化趋势如图13所示。

由图13可知：崩解性砂岩改良土的自由膨胀率和膨胀力随砂岩质量分数单调减小；当砂岩质量分数为60%时，自由膨胀率下降到39%，达到非膨胀土标准。天然膨胀土膨胀力约为51 kPa，在荷载为50 kPa 时，膨胀率近似为0 kPa。有侧向限制条件下的无荷膨胀率远比自由膨胀率小。

图13 质量分数与自由膨胀率和膨胀力的关系Fig.13 Relationship between mass fraction and free expansion rate and swelling pressure

3)直剪强度。利用击实试验制备的试样进行不同质量分数下试样的直剪试验，砂岩质量分数与直剪强度指标的关系如图14所示。由图14可知：在崩解性砂岩质量分数区间内，黏聚力和内摩擦角随砂岩质量分数呈3次曲线规律变化，即随砂岩质量分数增加，黏聚力单调减小，而内摩擦角单调增大。

图14 砂岩质量分数与直剪强度参数的关系Fig.14 Relationship between sandstone mass fraction and shear strength parameters

改良土的直剪强度τf为法向应力σ和砂岩质量分数x的函数，即

图15所示为直剪强度与砂岩质量分数的关系，可知拟合曲线和试验曲线吻合良好。令求得直剪强度极大值和极小值对应的砂岩质量分数分别为12%和40%。改良土直剪强度极值点与砂岩质量分数的关系如图16所示。

图15 直剪强度与砂岩质量分数的关系Fig.15 Relationship between direct shear strength and sandstone mass fraction

图16 改良土直剪强度极值点与砂岩质量分数的关系Fig.16 Relationship between extreme point of direct shear strength of improved soil and mass fraction of sandstone

结合现场压实试验情况，即当砂岩质量分数较高时压实作业面会产生裂缝，以不低于天然膨胀土强度指标为标准，在兼顾改良土压实性条件下，使砂岩弃料的利用量最大化。综合考虑上述因素，改良弱膨胀土所用砂岩的合理质量分数确定为30%。在此质量分数下，弱膨胀土改良后的自由膨胀率由62%降低到47%。

4)渗透性。利用击实试验制备的试样进行变水头法渗透试验，研究岩屑质量分数对改良土渗透系数的影响，结果如图17所示。由图17可知：渗透系数与岩屑质量分数呈正相关；当岩屑质量分数超过50%时，渗透系数增速显著增大；当岩屑质量分数在60%以下时，改良土的渗透系数对于10-6数量级，仍显示改良土具有黏性土渗透特征。

图17 岩屑质量分数与渗透系数的关系Fig.17 Relationship between mass fraction and permeability coefficient of sandstone

5.2 崩解性砂岩碎屑粒径对改良土耐久性的影响

崩解性砂软岩遇水崩解后的碎屑并非呈单粒结构，与天然单质砂的结构不同，颗粒间胶结物含蒙脱石等强亲水性矿物。崩解岩遇水崩解的程度与吸收水分、环境温度(外部因素)、胶结物类别、黏土矿物含量、初始裂纹(内部因素)等有关[21-25]。崩解性砂岩的崩解特性对改良土耐久性的影响、崩解性砂岩碎屑改良膨胀土的效果及改良机理还需进行深入研究。

5.2.1 试验方案

试验时，将崩解性砂岩碎屑过筛，分别得到粒径小于2，[2，5)，[5，10)及[10，20) mm 的岩粒。各加入质量分数为30%的水泥至膨胀土中实现物理改良，称为物理改良土。同时，在此基础上，添加质量分数为4%的水泥对膨胀土进行复合改良，改良后的膨胀土称为复合改良土。对物理改良膨胀土与复合改良膨胀土进行室内物理力学性质试验。

5.2.2 试验结果

图18所示为干湿循环条件下试样表面的裂隙发育过程(4%水泥指质量分数为4%的水泥)。将图像进行二值化处理，并提取裂隙率(即裂隙面积与比试样总面积之比)，以此比较不同粒径组砂岩碎屑改良膨胀土的裂缝发展差异，从而评价砂岩碎屑的强度耐久性[26]。

由图18可知：物理改良土在干湿循环下，首循环产生的损伤最大，导致试样裂隙率增量最大，后继循环中，裂隙率略有增长；物理改良土岩屑对膨胀土开裂具有抑制作用，当岩屑粒径大于10 mm时，岩屑粒径对抑制效果有明显影响。在岩屑含量相同但颗粒较大的条件下，膨胀土中岩屑分布均匀性差，含砂量较大的部位表现出整体裂隙率低和收缩量小的特征，在实际工程中，掺加大粒径岩屑将导致含砂量小的部位裂隙率大，局部裂隙增多。复合改良土在干湿循环下，首循环产生的裂隙率增量远比物理改良土的小，在后继循环中，裂隙率无明显变化；复合改良土的裂隙率明显比素土加水泥的裂隙率小，砂岩在复合改良中作用明显，裂隙率和砂岩碎屑粒径相关性不显著。

图18 素土及改良土在干湿循环作用下的裂隙开展情况[26]Fig.18 Crack development of plain soil and improved soil under dry-wet cycle[26]

6 原状膨胀土现场鉴别方法

膨胀土在开挖施工过程中，采用传统的试验方法对开挖方分类处理至少需要24 h[27-30]，难以满足现场施工快速判别的需要，因此，需使用快捷的判别技术，对开挖土方进行及时分类处理(再利用或废弃)。基于粒子图像测速(PIV)技术[31-32]，提出了一种膨胀性判别方法。该方法以原状试样制作标准试件，高效、无介入、连续测定试件表面动态位移场，具有判别周期短、可现场操作的优点。

6.1 理论基础

PIV技术的原理是通过示踪粒子无接触获得处理对象表面的位移场，测量精度较高。在土样表面提前预埋示踪粒子，当土样表面发生位移变化时，示踪粒子随土样同步移动，只要示踪粒子的流动跟随性足够强，土样的位移场就可以通过示踪粒子的运动来反映。PIV技术通过测量示踪粒子在2个时间间隔内的位移来间接反映土样表面的位移(包括位移矢量及位移速度矢量)的变化。

6.1.1 膨胀土变形原理

土样在含水率下降过程中会发生开裂干缩现象。产生这种现象产生的原因是土体发生张拉破坏，这种力学形态与吸力密切相关。随土颗粒失水，其表面吸力增大，进而形成张拉应力，当张拉应力达到土体抗拉强度时，土体发生开裂干缩。普遍认为土的收缩分为等缩率收缩阶段、变缩率收缩阶段(或过渡阶段)、停止收缩阶段。

6.1.2 膨胀性的现场快速判别

膨胀土吸水膨胀、失水收缩，其主要原因是受内部蒙脱石和伊利石等矿物成分的影响。矿物成分含量越高，胀缩态势越明显，土样的自由膨胀率也越高。土样在失水过程中发生的开裂和干缩可通过表面位移场来反映，因此，快速确定表面位移场和自由膨胀率之间的关系，成为本研究的关键。针对膨胀土干缩裂缝的特点，利用PIV技术量测表面位移，建立土体膨胀性与位移特征的一一对应关系。

6.2 方法原理

将试样置于恒温环境中，采用工业相机定时(本研究中设置为5 min)捕捉试样表面的图像。将0 min 捕获的第一图像和5 min 捕获的第二图像列为第一组；在试验10 min 后，捕获第三图像，并将5 min和10 min捕获的图像作为第二组；依此类推，直到试验结束。

采用相同的加权平均算法对图像进行灰度处理，为处理后的每个像素点赋值(0～255)；将每组已分类图像中的第一幅图像划分为若干个大小相同的网格，像素的不同灰度使每个网格生成唯一的灰度共生矩阵；当试样收缩和开裂时，网格整体移动，单个网格的灰度分布不变。通过在第二幅图像中寻找匹配度最高的灰度共生矩阵，可确定每个网格的位移特征。图19中红色区域是要搜索的第一个网格，蓝色区域是要搜索的第二个网格。

图19 网格划分及分析步设置示意图Fig.19 Schematic diagram of grid division and analysis step setting

PIV 技术的处理流程及处理结果如图20所示。样本的每个像素点的位移方向符合宏观层面的运动规则，但在局部范围内是杂乱的。考虑所有像素点的位移特征，分析位移标量，不考虑一定时间内的累计位移标量。位移标量图中的颜色深浅代表发生的位移大小。位移标尺如图21所示，由此，可得到试样在该时间段内所有像素点的位移增量均值：

图20 PIV技术的处理流程Fig.20 Processing flows of PIV technology

图21 标准尺度Fig.21 Standard dimensions

式中：Ej为一段时间内的位移增量均值；j为(0，5)，[5，10)，[10，15)，…；xi为试样内每个像素的实际位移，mm；N为试样内像素点的个数。

6.3 现场试验

根据土壤的现场表观特征，选择不同地点的土壤取样。将取样器用凡士林润滑，以减少摩擦对样品的干扰，得到原状试样。取样前轻轻刮去上部干燥和扰动的土层。取环形采样器周围的土壤测量其初始含水量。在乙醇灯下用重量法测定和记录样品的初始水分含量。每组样品在80 ℃时进行120 min试验。试验前后的土样性质及含水量如表13所示。其中，第1 组试验为建立判别曲线的试验，第2组试验为判别曲线的验证试验。

表13 现场试验的土样性质Table 13 Properties of soil samples for field test

原状试样的初始含水率和孔隙比具有不可控性，不利于判定方法的确定。鉴于膨胀土的胀缩特性，HOU 等[33]在室内采用重塑试样进行了一系列试验。在试样表面示踪粒子试验的基础上，充分考虑初始含水率、饱和度等土的基本物理力学参数对试验结果的影响。试验结果表明，以标准砂作为试样表面涂层，能有效减小假位移引起的试验误差；试样的位移增量均值随时间先增大后减小，最后趋于稳定，同一种土的初始含水率越高，位移增量均值的峰值越大，达到稳定的时间也越长，而饱和度对位移增量均值的影响并不明显；对于初始状态(含水率和饱和度)相同的试样，自由膨胀率越高，其位移场稳定前的累计位移增量均值越大。基于试验现象和数据，提出如下经验公式：

式中：E为累计位移增量均值；ω为试样的初始含水率；δ为试样的自由膨胀率；A，B，C和D均为拟合常数。

现场试验参考式(2)，测试结果及计算结果如表14所示。以第Ⅰ组试验数据为依据，基于累计位移增量均值测量值Em、试样的自由膨胀率测试值Fs、初始含水率ω，拟合得到各项参数：A=0.129 8，B=-1.894 5，C=0.104 5，D=18.868 8。结合第Ⅱ组试验的累计位移增量均值计算值Ec和初始含水率ω，得到试样的自由膨胀率计算值F′s。同时测试第Ⅱ组试样的自由膨胀率，经对比发现，由经验公式(2)得到的计算值与实测值相差较小。

表14 判别试验的测试结果及验证试验的计算结果Table 14 Test results of discrimination test and calculation results of verification test

7 膨胀土及崩解岩边坡的锚固方法

7.1 全黏结GFRP筋锚固蜕化特征

钢筋锚杆产生的腐蚀是锚杆结构功能失效的主要原因之一。玻璃纤维增强聚合物GFRP筋具有良好的抗腐蚀性和抗拉特性，可代替钢筋锚固岩土体，引江济淮试验工程河道水下边坡采用这种新型材料锚杆加固。

7.1.1 试验方案

河道开挖形成的二级边坡为膨胀土地层，一级边坡为崩解性砂软岩地层，土坡采用10 m 长GFRP锚杆加固，岩坡采用8 m长GFRP锚杆加固；二级边坡以下为水位变动区。一级边坡处于常水位以下。

开展现场原位试验，研究全黏结GFRP锚杆在循环荷载下的黏结蜕化规律。在杆体中通常埋置光纤光栅传感器来监测锚杆应变状态，在杆体施加荷载以测试应力水平，循环加卸荷模拟河道水位升降导致的内力变化。通过测试的杆体应变、杆体荷载，计算杆体的轴力和界面剪力分布状态，从而分析GFRP筋锚杆加固软岩效果，得到锚固结构的黏结蜕化规律，提出设计参数的取值标准。

崩解岩和膨胀土的力学参数分别见表15和表16。本试验采用的GFRP锚杆的材料组分和力学参数见表17。

表15 崩解岩常规力学参数Table 15 Conventional mechanical parameters of disintegrating rock

表16 膨胀土常规力学参数Table 16 Conventional mechanical parameters of expansive soil

表17 GFRP筋常规力学性能参数及材料组分Table 17 Conventional mechanical property parameters and material components of GFRP reinforcement

7.1.2 试验结果

图22所示为10 m 长GFRP 锚杆在土层中的轴力-锚固深度关系曲线，荷载影响深度为8.5 m，有效锚固长度约为3.6 m。图23所示为8 m 长GFRP 锚杆在软岩中轴力-锚固深度关系曲线，荷载影响深度为5.8 m，有效锚固长度约为2.8 m[34]。

图22 10 m土层锚杆轴力-锚固深度关系曲线Fig.22 Relationship curves between axial force and anchorage depth of anchor rod in 10 m soil layer

图23 8 m岩层锚杆轴力与锚固深度的关系[34]Fig.23 Relationship between axial force and anchorage depth of 8 m anchor rod[34]

图24所示为拉拔作用下的端部荷载-位移关系曲线。由图24可知：相同荷载条件下，锚杆的杆端位移比黏性土坡的位移小。

图24 锚杆加载端位移与荷载的关系Fig.24 Relationship between load end displacement and load of anchor rod

图25所示为软岩内锚杆体界面剪应力与深度的关系。图26所示为某一相同荷载条件下3 次循环剪力随锚固深度的变化。

由图25和图26可知：剪应力的性质变化将导致剪应力峰值位置发生变化。剪应力性质变化的原因在于黏结力减小。

图25 锚杆张拉剪力与深度的关系Fig.25 Relationship between anchor rod tension shear depth

图26 锚杆3次张拉剪力与深度的关系Fig.26 Relationship between of bolt tertiary tension shear and depth

7.2 软岩边坡内钢筋、GFRP锚杆承载试验

锚杆加固是河道膨胀土、崩解岩边坡防护采用的措施之一，锚固结构的承载特征是评价加固方案可行性的重要依据，引江济淮试验工程针对锚固结构的承载特征开展原位试验研究。

7.2.1 试验方案

本试验在引江济淮试验工程现场实施，研究锚杆加固软岩边坡的效果，同时，对比钢筋和GFRP锚杆加固边坡的锚固效果差异。

试验锚杆材料为HRB400 螺纹钢筋和GFRP筋，材料性状指标见表18与表19，试验锚杆布置见表20。

表18 GFRP筋常规力学参数及材料组分Table 18 Conventional mechanical parameters and material components of GFRP reinforcement

表19 钢筋常规力学参数Table 19 General mechanical parameters of reinforcement

表20 试验锚杆种类及位置Table 20 Type and position of test anchor rod

试验内容包括：1)拉拔试验，分析锚固系统的承载特征，说明锚杆加固软岩边坡的效能，比较钢筋、GFRP筋锚杆锚固效果差异。2)锁定锚杆荷载开挖围岩，施加拉拔荷载后锁定锚杆荷载，在远离试验锚杆处，由远及近开挖围岩，观测杆体轴力变化过程。3)锚杆黏结状态验证，开挖锚杆，观测锚杆在黏结体中的位置和灌浆饱和状态。

7.2.2 试验结果

图27所示为软岩边坡5.0 m 长钢筋和GFRP 筋锚杆端部位移与荷载对应关系。

图27 锚杆加载端位移与荷载对应关系Fig.27 Corresponding relationship between load end displacement and load of anchor rod

由图27可知：当钢筋锚杆在拉拔荷载200 kN时，锚头位移开始增大，之前近似呈直线变化，说明当前荷载下界面出现了相对滑移。GFRP筋锚杆在拉拔荷载为260 kN 时，锚头位移开始增大，之前近似呈直线发展，说明当前荷载下杆体自由段出现了塑性破坏，或界面出现了相对滑移。当杆体处于弹性阶段时，在相同荷载下，GFRP筋锚杆加载端位移比钢筋锚杆的加载端位移大。

图28和图29所示分别为软岩边坡5.0 m 长钢筋、GFRP 筋锚杆界面剪力沿锚固深度的分布曲线[35]。

图28 软岩5.0 m钢筋剪力与锚固深度的关系Fig.28 Relationship between shear force and anchorage depth of 5.0 m reinforcement in soft rock

图29 软岩5.0 m GFRP筋剪力与锚固深度的关系[35]Fig.29 Relationship between shear force and anchorage depth of 5.0 m GFRP reinforcement in soft rock[35]

由图28和图29可知：软岩内5.0 m 长的钢筋和GFRP筋锚杆的峰值剪应力水平不同；杆体界面黏结损伤对应的剪应力水平不同。

图30和图31所示分别为钢筋、GFRP 锚杆体轴力与深度的关系。由图30和图31可知：开挖围岩对锚杆自由段轴力有显著影响，锚固段0.75 m以下杆体的轴力变化较小。

图30 软岩边坡5.0 m长GFRP筋杆体轴力Fig.30 Axial force of GFRP bar with 5.0 m on soft rock slope

图31 软岩边坡5.0 m长钢筋杆体轴力[36]Fig.31 Axial force of reinforcement prod with 5.0 m of soft rock slope[36]

8 边坡防护措施组合及效果

8.1 边坡防护设计方案

开展原位试验比选膨胀土边坡的防护方案。针对本项试验工程膨胀土的特点，即渠道边坡膨胀土空间分布的非连续性和膨胀性等级局部的非均匀性，采用不同的防护方案进行试验，通过监测各种工况条件下的工程特征指标变化，选择更有效、经济的方案，建立引江济淮工程渠道膨胀土边坡的处理方法。

开展原型试验比选崩解岩边坡的防护方案。针对渠道边坡基岩具有崩解性、裂隙水发育和土岩交界带赋含地下水的特点，采用不同的防护方案防护崩解岩、疏排地下水消减场压力，建立引江济淮工程渠道崩解岩边坡和渠道底板的处理方法。

针对河道边坡的不同对象和防护要求，试验工程共计采取20 项防护措施，比选出适宜方案。其中河道水上坡面采用水土保护毯覆盖、三维土工网覆盖、预制砼格的措施；水上膨胀土坡采用复合土工膜封闭、3%水泥改良土换填(换填层厚1.0 m)、5%水泥改良土换填厚(换填层厚1.0，1.5和2.0 m)、设置顺坡向碎石盲沟、设置仰斜式排水管的措施；水下膨胀土坡采用水上膨胀土换填的方式，同时采用5，8 和10 m 长钢筋和GFRP 锚杆锚固、设置顺坡向碎石盲沟、设置仰斜式排水管；水下崩解岩坡采用水下膨胀土锚固的方式，同时铺设C20砼(厚度为50 mm)；河道水下坡面采用铺设C20 钢筋砼衬(厚度为150 mm)的措施；河道水下底板铺设C20砼(厚度为150 mm)的措施。

8.2 现场试验方法

8.2.1 原位状态指标监测

为比较方案处理效果差异和加固措施的有效性，在各方案区内设置监测断面，监测变形、应力、含水率等指标的变化过程，监测设施包括水位管、水压计、测斜管、体积含水量探头、吸力探头、单点位移计、多点位移计、测缝计、锚杆应力计，共计8 种648 个传感器，4 种35 个数据采集系统，布置在12 个监测断面上，其中8 个断面在左岸边坡防护措施组合方案内，4个断面在右岸裸坡内。

8.2.2 原位试验

监测仪器在施工前及施工过程中埋设安装。2016-06-13T18 在试验西区注水，采集试验数据。试验中区、东区相继在6个月内开始注水。为检验边坡防护措施的有效性，对河道进行模拟运行试验，即进行河道水位升降和右岸边坡人工降雨试验。试验西区、中区进行2次水位升降试验，试验东区进行1次升降试验。水位升降过程监测指标有河道水位、测点孔隙水压力增量、坡面临空面变形、锚杆(钢筋、GFRP 筋)轴力、混凝土衬砌面板裂缝、边坡土体含水率和二级平台下不同深度水平变形的变化。

8.3 河道边坡运行状态

试验西区自2016-06-13 开始注水，2016-07-15 水位高度达到25.1 m。最高设计洪水水位为25.53 m。

水位升降试验持续到2016年11月底，其中，试验1～6 区水位升降2 次，试验7～8 区水位升降1次。

在水位升降过程及间歇期内，同步监测注水及静水条件下的各项指标。

图32～38所示为河道水位升降过程中的边坡运行状态指标的变化过程。

图32 试验3区河床临空面变形Fig.32 Deformation of free surface of riverbed in test area 3

图33 试验3区一、三级坡面临空变形Fig.33 Free deformation of grade I and III slopes in test area 3

图34 试验3区三级坡内膨胀土含水率变化过程Fig.34 Change process of water content of expansive soil in grade III slope of test area 3

图35 试验3区二级坡钢筋锚杆应力变化Fig.35 Stress change of slopeⅡreinforcement anchor in test area 3

图36 试验1区一级坡GFRP锚杆应力变化Fig.36 Stress change of GFRP anchor bolt on grade I slope in test area 1

图37 试验裸2区J41+000三级坡膨胀土含水率变化过程Fig.37 Change process of water content of expansive soil on J41+000 grade III slope in test area 2

图38 试验裸2区一级坡底临空变形过程Fig.38 Free deformation process of grade I slope bottom in bare zone 2

各试验分区的边坡稳定状态特征如下。

1)河道底板变形总体呈隆起趋势，最大值为16 mm，变形贯穿水位升降全过程，与河道水位升降无明显的相关性。河床隆起变形来自卸荷回弹或基岩遇水膨胀等，河道注水后6个月隆起变形趋于稳定。

2)坡面临空变形总量小于10 mm，与河道水位升降有明显的相关性；一级坡采用锚杆(锚筋)加固，面板变形过程与水位升降过程呈交叉状态；二级坡采用换填改性土防护，面板变形过程与水位升降过程同步发展；三、四级坡面变形小于一、二级坡面变形。

3)一级坡加固锚杆轴力和河道水位升降密切相关。渠道水位上升，衬砌下岩土体同步吸水膨胀，面板自身承受浮力作用，导致锚杆轴力增大；水位下降，坡内向外渗流增大，导致锚杆轴力增大；水位下降稳定后向坡外渗流减小及至消失，导致锚杆轴力减小。总体规律是：高水位时锚杆轴力处于高位值；当水位下降时，杆体轴力同时增大，而低水位时，杆体轴力处于低位值。洪水期过后的水位下降期是锚杆承担轴载最大的时期。在同一水位升降过程中，不同位置的钢筋锚杆轴力与GFRP锚杆轴力有较大差异，原因在于一是加固位置存在差异，二是锚杆材料的弹性模量不同。在相同变形量下，GFRP锚杆的应力是钢筋锚杆应力的1/5左右。

4)河道三、四级边坡采用水泥改性土防护，坡内土体含水率与河道水位升降、自然降雨过程无明显相关性，自测点传感器安装定位后，有效测点的含水率呈稳定状态。

5)二级平台下深层岩土体水平位移总量小于20 mm，与河道水位升降无明显的相关性。

6)坡内浅层孔隙水压力与河道内水位升降同步变化，其值与测点高程相关，河道底板下浅层孔隙水压力与河道水位升降变化量相近。

7)裸坡坡面下不同深度土体含水率随时间有明显变化，变化量最大值为7%，与期间的降雨过程具有对应性，降雨量大时土体含水率高。

8) 在水下边坡中，一级坡面变形最大值为16 mm，一级坡面变形与河道水位升降有相关性；在水上边坡中，三级坡变形最大值为7 mm，三、四级坡面变形与河道水位升降无明显相关性；三、四级坡面变形小于一、二级坡面变形。

8.4 边坡防护方案比选

1)现场试验为工程技术方案确定提供重要依据，实际工程沿线地质结构、岩土力学特性、水文气候条件等均不尽相同，依据现场试验得出的优选方案只是相对的优选方案。据现场试验数据及边界条件提出合理技术方案。

2)膨胀土边坡的改性土换填厚度采用1.0 m(弱膨胀土)、1.5 m(中膨胀土)，可以满足工程需要。

3)对于软岩边坡加固，钢筋锚杆的长度须大于GFRP 筋锚杆的长度。引江济淮工程弱膨胀土中，钢筋、GFRP 筋锚杆长度不宜小于5.0 m；引江济淮工程软岩中，钢筋锚杆长度不宜小于3.5 m，GFRP筋锚杆长度不宜小于3.0 m。

9 结论

1)江淮膨胀土具有成层分布，层厚起伏尖灭，呈非连续分布特点；其矿物组成以石英为主，其次为长石，其中蒙脱石质量分数不高，平均质量分数为11%。江淮膨胀土主要呈弱膨胀性，局部区域呈现为中等膨胀性，渗透性较低。开挖暴露6个月内裂隙开展最大深度约1.2 m。

2)对膨胀土开展原位干湿循环试验，拍照获取土体表面裂隙图像；计算不同面积下土体的表面裂隙率(CIF)，求取相应合理试验面积(REV-CIF)；对膨胀土开展不同面积原位剪切试验，计算强度指标即黏聚力c，求取相应合理试验面积(REV-c)；得到REV-c与REV-CIF的比值(ζ)；对同类别土体，确定黏聚力c的合理试验面积REV-c为REV-CIF与ζ的乘积。

3)在工程现场取原位土体，采用PIV 成像技术测量示踪粒子在5 min时间间隔内的位移来间接地反映土样表面的位移变化特征参数，建立与自由膨胀率之间的关系，并开发检测仪器，计算土体的自由膨胀率。

4)物理改良土的最大干密度、渗透系数与砂岩岩屑质量分数呈正相关，最优含水率、胀缩性与砂岩质量分数呈负相关。凝聚力和内摩擦角与砂岩岩屑质量分数呈三次曲线关系。当掺砂率为30%时，改良效果最佳。砂岩可以增强膨胀土的耐久性。

5)循环荷载加剧杆体界面黏结蜕化。软岩中钢筋锚杆有效锚固长度约为2.8 m，GFRP 锚杆有效锚固长度约为1.8 m。GFRP 锚杆用于渠道软岩边坡加固，其承载能力比钢筋锚杆的承载能力强，并且杆体界面黏结强度高，与胶结体的变形协调性好，预应力衰减率低。

6)水下边坡采用改性土换填与锚杆(钢筋、GFRP 筋)加固。水上膨胀土边坡的改性土换填厚度采用1.0 m(弱膨胀土)、1.5 m(中膨胀土)。引江济淮工程弱膨胀土中，钢筋、GFRP筋锚杆长度不宜小于5.0 m；软岩中钢筋锚杆长度不宜小于3.5 m，GFRP筋锚杆长度不宜小于3.0 m。