引江濟淮工程膨脹土下伏崩解巖邊坡處治試驗研究

李國維，赫新榮，李銘，王志勇，吳少甫，江永強，吳建濤，陳偉

(1.河海大學巖土力學與堤壩工程教育部重點實驗室，江蘇南京，210098；2.河海大學道路與鐵道工程研究所，江蘇南京，210098；3.安徽省引江濟淮集團有限公司，安徽合肥，230000；4.中鐵第四勘察設計院集團有限公司，湖北武漢，430063；5.中鐵二十局集團第二工程有限公司，北京，100000)

引江濟淮工程是國家級重大水利工程項目，其規劃功能是為安徽地區城鄉供水、溝通長江淮河航運以及改善巢湖及淮河水生態環境。工程自長江安徽段引水向北輸送，途徑巢湖后匯入淮河流域，并一路向北調水至河南省周口及商丘等地，全線供水規模覆蓋皖、豫2 省14 個市，共55 個區縣，覆蓋面積約7.06 萬km2，4 132 萬人口。引江濟淮全線自南向北，以巢湖及淮河分界，分為引江濟巢段、江淮溝通段及江水北送段3 個工程區段，總輸水線路長1 048.68 km，需疏通擴挖200.01 km，新開河道114.66 km。

引江濟淮新開河段大部分處于不良地質條件區域內，地層含膨脹土、崩解性砂巖和膨脹巖，表1所示為膨脹土及崩解性砂巖、膨脹巖河段分布情況。由表1可知：膨脹土以弱膨脹和中膨脹為主，膨脹巖以泥巖為主。

表1 引江濟淮工程膨脹土及崩解、膨脹巖河段分布Table 1 Distribution of expansive soil,disintegration and expansive rock in river section of Yangtze-to-Huaihe water diversion

為論證工程規劃的可行性，針對膨脹土和崩解巖的處治問題，本文作者在工程的可行性研究階段開展試驗工程，研究膨脹土、崩解巖的屬性特征，比選處治方案的防護效果，為工程決策提供參考。

1 引江濟淮試驗工程概況

1)平面位置及分布。引江濟淮試驗工程位于安徽省合肥市蜀山區小廟鎮竇小郢村，鄰近G312國道，河段區間為J40+700～J42+200，西北走向，長1 500 m，渠道頂高程為32～37 m，渠底高程為13.4 m，渠道邊坡為四級邊坡，總占地1.858 7 km2。

2)地層條件概況。引江濟淮試驗工程沿線區域，地表多為第四系地層。第四系上更新統(Q3)，普遍分布在試驗工程河道坡表，層厚常為10～20 m，沖積形成，大部分是粉質黏土、灰黃、棕黃色重粉質壤土、含鈣質結核及鐵錳小球，輕粉質壤土夾砂壤土。第四系全新統(Q4)：零散位于河道附近，層厚為1～3 m，沖積形成，主要為灰色、灰黃重粉質壤土。第四系地層具有膨脹性。試驗工程顯露的基巖多為白堊系(K)粉、細砂巖，泥巖，泥質粉砂巖等。

3)工期及進度。試驗工程工期為24 個月，分2期實施。一期工程于2016年7月完成，河道底部小斷面寬20 m，左岸設8個防護試驗區，右岸設4個裸坡試驗區，1 500 m 渠道分隔為3 段開展原位試驗。二期工程于2017年10月完成，擴挖至底寬60 m 的設計斷面，上口寬220～260 m，挖深22～24 m，按引江濟淮工程初設批示要求完成河道防護。

4)試驗方案。布置12 個試驗方案，其中8 個試驗方案用于評價多種邊坡防護結構的有效性、對比過水斷面和不過水斷面運行情況和變化規律以及防護方案技術參數優化等研究工作。處理措施的防護效果可在4 個裸坡試驗區進行對比驗證，同時可對膨脹巖土邊坡破壞機理與破壞方式進行研究。預置2個專項勘察試驗區。原位專項試驗選擇在專項勘察試驗區進行，結合2 道隔離堤布置，同時進行取樣、原位測試以及其他必要的輔助性專項試驗等。試驗工程研究內容包括膨脹土特性、崩解性砂巖演化機理、膨脹土改良方法、膨脹土邊坡防護方法、崩解巖的防護方法以及河道開挖施工工藝等。

2 膨脹土特性

2.1 基本特性

1)物理性指標。試驗工程所在區域地層從上往下大致可分為棕褐色壤土層、黃褐色壤土層以及紅色粉砂巖層3個大層。其中，棕褐色壤土層和黃褐色壤土層中夾有黑色黏土亞層，該亞層呈透鏡狀不連續分布。主要膨脹土各土層基本物理及水理性質指標如表2所示。

表2 膨脹土各土層基本物理及水理性質指標Table 2 Basic physical and hydraulic property indexes of each soil layer of expansive soil

2)自由膨脹率。渠道開挖揭穿建基面，現場可直接測繪地層分布并可進行原位試驗、取樣分析。主要工作包括地質測繪、水文地質觀測、原位試驗以及室內試驗等。同步進行建基面地層土的自由膨脹率(δ)試驗，結果如表3所示。

由表3可知：試驗工程場地建基面地層中以中、弱膨脹性的土為主體，樣本占比約為75%，非膨脹性土占比為25%，中膨脹土的比例小于10%。自由膨脹率最小為10%，最大為90%，平均為46%。

表3 試驗段建基面地層膨脹性統計表Table 3 Statistics of formation expansibility of foundation surface in test section

綜上，建基面地層土的膨脹性以弱膨脹為主要特征，呈豎向成層分布，不同深度的土層的膨脹性差異較大。同一層土的膨脹性在水平向非均勻分布，不同位置土的膨脹性具有一定差異。

3)膨脹力。在試驗工程區內選取代表性土樣，進行了2批次共104個試樣的膨脹力試驗。在進行膨脹力試驗時，采用浸水過程中試樣在豎直方向不變形的方法。膨脹力試驗結果如表4所示，膨脹力最大值為74.4 kPa，最小值為0 kPa，平均值為13.4 kPa。

表4 膨脹力試驗結果匯總表Table 4 Summary of swelling pressure test results

由表4可知：僅有4組試樣膨脹力超過50 kPa，與壓實紅黏土的膨脹力相近[1]，與一般黏土的膨脹力差別較小。由此，試驗工程場地內土體膨脹力不高，這與其膨脹性總體偏弱相一致。

4)礦物成分。通過X 射線分析崩解性砂巖中的礦物成分，結果如表5所示。由表5可知：試驗工程場地內土體礦物成分以石英為主，其次為長石，礦物中蒙脫石質量分數差異較大，平均質量分數為11%，最大質量分數為68%。

表5 膨脹土礦物成分(質量分數)Table 5 Mineral composition of expansive soil %

5)滲透性。采用變水頭法進行膨脹土滲透性室內試驗。在試驗區內選取代表性原狀土樣，進行了63組試樣的變水頭滲透試驗。試驗結果顯示，試驗工程段土體滲透系數為2.92×10-8～2.80×10-5cm/s。

在試驗區內選取代表性土層試驗點，進行了共22 組原位雙套環滲透試驗。試驗結果顯示，原位雙套環測得土體滲透系數為5.46×10-6～1.35×10-4cm/s。

現場試驗中采用4套環方案，測試試樣面積對滲透性的影響[2]。采用4 套環可同時進行同一土層上多組不同試樣面積現場滲透試驗，從而減少試驗點土樣的差異所引起的誤差，并且可以大大減少試驗時間，提高試驗效率。

為研究脹縮性土體、裂隙發展程度不同時，試樣面積對滲透系數測試結果的影響規律，選用3種不同膨脹性等級土樣(自由膨脹率分別為28%，42%和68%)，分別進行0，3 和5 次干濕循環，使其裂隙開展，測定不同面積下土樣的滲透系數。滲透試驗結果如表6所示。

由表6可知：膨脹土滲透系數與試樣面積有關，等效入滲面直徑大于37 cm后趨于穩定；干濕循環后滲透系數與土的膨脹性呈正相關，與循環次數呈正相關。

表6 膨脹土滲透試驗結果Table 6 Permeability test results of expansive soil

2.2 室內直剪強度

在試驗工程區內選取代表性土樣，共進行106組室內(固結)快剪試驗。試驗時，試樣的剪切面主要呈水平向，對其中5組試樣進行剪切面為豎直向的快剪試驗。室內直剪試驗結果見表7和表8。

表7 膨脹土室內直剪試驗結果Table 7 Indoor direct shear test results of expansive soil

表8 不同方向剪切面的室內直剪試驗結果Table 8 Indoor direct shear test results of shear planes in different directions

由表7可知：取樣點不同，試樣直剪強度指標相差很大。這一特征和場地地層物質組成的非均勻性有關。物質組成的局部差異也使應力歷史和氣候等條件對土體產生影響，使試樣形成非均勻分布的場地強度特征。

由表8可知：試樣剪切面為水平方向時比豎直方向時測得的直剪強度略低，主要是黏聚力略小，而內摩擦角相差不大。這一特征表明試驗工程場地區域內土體強度特性總體上未表現出明顯的各向異性。

綜上可知，在試驗工程場地內，膨脹土的室內強度指標在空間分布上具有明顯的非均勻性，在同一位置未呈現明顯的各向異性。

2.3 地表膨脹土裂隙發展規律

膨脹土是一種隨濕度改變而發生明顯體積脹縮變化的土體，具有易開裂、強度易衰減等特殊性質，增大了邊坡災害的風險。引江濟淮河道沿線分布大量膨脹土，為保證膨脹土邊坡加固措施的有效性，需研究膨脹土在氣候作用下的現場裂隙發展規律。

采用型號為NH121WS-R 的傳感器對大氣溫度、濕度進行采集、記錄。

開展現場試驗觀測場地地層裂隙發展過程，研究裂隙平面和豎直剖面上的分布規律。使用“觀察井法”和“油漆法”，平行觀測膨脹土裂隙的發展全過程，互相校核2種方法所得結果，得到裂隙發展規律。

“觀察井”設置于渠道右岸裸坡區，重點觀察“觀察井”的直立剖面，作為裂隙發展面[3]。以中膨脹土和非膨脹土作為對比，觀測頻率為每月1～2次。觀測時間從2016-05-01開始，至2017-04-25結束。

試驗所用油漆為非浸潤性液體，在自重條件下會從裂隙處向下流動。試驗自2017-02-20 現場施工開挖揭露之日起實施，觀測頻率為每月1～2次。

研究未受干濕影響條件下的膨脹土在自然條件作用下的裂隙開展情況，并研究其與膨脹性質、開挖角度、暴露時間等因素的關系。

圖1所示為膨脹土歷時120 d 的表面裂隙率、日降雨量變化。圖2所示為中膨脹土360 d 內裂隙開展深度及側壁裂隙率。圖3所示為“觀測井”側壁土體裂隙深度開展速度與空氣溫度、濕度的關系。

圖1 表面裂隙率與日降雨量、時間的關系Fig.1 Relationships among surface crack rate,daily rainfall and time

圖2 裂隙深度和側壁裂隙率隨時間的變化Fig.2 Variations of fracture depth and sidewall fracture rate with time

圖3 裂隙發展速率與大氣溫度隨時間的變化Fig.3 Variations of fracture development rate and atmospheric temperature with time

由圖1～3可知：膨脹土表面裂隙率主要受含水率影響，兩者之間表現出強相關性。表面裂隙率隨含水率下降而升高，隨膨脹性增高，最大裂隙率變大，受邊坡坡比影響較小；新揭露膨脹土剖面上裂隙發展深度在1 a時可達1.5 m，裂縫發展與外部環境密切相關。大氣溫度越高、濕度越低，膨脹土裂隙發展速度越高。裂隙開展深度顯著受邊坡坡比影響，尤其在裂隙早期開展過程中，剖面上裂隙呈“V”形。土的膨脹性越強，在外界條件相同時，裂隙開展深度越大。

3 崩解巖特性

3.1 基本特性

1)物理性指標。試驗工程場地下伏基巖為全風化或強風化白堊紀粉砂巖、細砂巖、粉砂質泥巖，頂板埋深12～15 m，巖層產狀為NW330°—NE15°，傾角為15°～35°，以砂巖為主，泥巖呈夾層狀分布。泥質砂巖抗壓強度低，崩解性強，遇水軟化性強，以暗紅色、紫紅色為主，構造呈柱狀、短柱狀，干燥時易開裂，節長5～50 cm，巖石質量指標RQD(rock quality designation)為10%～50%，層間存在薄層或極薄層。結構處發育，充填黑色鐵錳膜，巖體等級劃分為Ⅳ級，為軟巖。表9所示為崩解性砂巖的物理性指標[4]，圖4所示為崩解性砂巖崩解物的顆粒粒徑分布曲線。由表9和圖4可知：崩解性砂巖天然含水率小于16%，崩解后最大粒徑小于1 mm，天然狀態為非飽和狀態。

圖4 崩解性砂巖崩解物的顆粒粒徑分布曲線Fig.4 Particle size distribution curve of disintegrated sandstone

表9 原狀崩解性砂巖物理性指標[4]Table 9 Physical indexes of undisturbed disintegrating sandstone[4]

2)礦物成分。通過X 射線分析崩解性砂巖中的礦物成分，分析結果見表10。由表10可知：泥質砂巖中蒙脫石質量分數明顯比泥巖的小，根據CECS 239—2008“巖石與巖體鑒定和描述標準”規定，蒙脫石礦物的質量分數小于10%，與砂巖自由膨脹率為11%相吻合。

表10 砂巖和泥巖礦物成分與質量分數統計Table 10 Statistics of mineral composition and mass fraction of sandstone and mudstone

3.2 崩解特性

崩解是巖石風化成土的一種作用，含有黏土礦物的巖層在開挖揭露后或暴露于外界環境中的巖層，由于外界環境的濕度變化，巖石在干燥—失水—再吸水的干濕循環作用下，出現原巖塊慢慢崩解破碎，甚至分散成碎屑或泥的現象。將2次干濕循環后崩解物烘干，稱量質量后與原試件烘干質量相比，表征巖石的耐崩解性能：

式中：Id2為巖石二次循環耐崩解指數，%；mr為原試件烘干質量，g；ms為殘留試件烘干質量，g。FRANKLIN等[5]提出巖石耐久性分類標準，如表11所示。

表11 軟巖的耐久性分類指標Table 11 Durability classification index of soft rock

圖5所示為試驗場建基面崩解性砂巖的二次耐崩解指數分布圖，最大值為2.33%，依據表11所示分類標準，基巖的耐久性很低，耐崩解指數Id2=1.44%。參照趙明華等[6]對軟巖巖塊崩解的過程和崩解物的狀態分類標準，試驗場地建基面的泥質砂巖為強崩解巖。

圖5 崩解性砂巖二次耐崩解指數空間分布Fig.5 Spatial distribution of secondary disintegration resistance index of disintegrating sandstone

4 膨脹土強度試驗試樣面積

4.1 裂隙膨脹土強度尺寸效應

膨脹土具有顯著脹縮性、結構性，是易產生裂縫的特殊黏性土，在自然條件下，反復脹縮裂隙的發展改變了原有土體的結構，使土體表現出明顯的各向異性[7]。在土體的力學或滲透分析中通常假定土體是連續介質，不考慮試樣橫截面面積對相關參數的影響，可在膨脹土中，由于裂隙的產生對膨脹土影響較大，因此，上述假定不符實際。WEIBULL等[8-9]發現土體內部的裂隙性與結構性使土體強度參數表現出一定的尺寸效應，試樣面積越大，土體測試強度越低。工程中常利用現場大尺寸原位試驗所測參數與室內常規試驗所測參數進行對比，以確定區域土體強度折減系數，以此對同類土室內小尺寸試驗所測參數值進行修正，確定土體實際強度。

土體的尺寸效應受其內部結構所影響，在干濕交替作用下，膨脹土脹縮裂隙逐步發展，內部結構發生改變，其強度的尺寸效應也將發生變化。針對不同裂隙狀況下的膨脹土試樣開展多尺寸剪切試驗，確定膨脹土的裂隙狀況對其強度尺寸效應影響，以便在實際中確定裂隙膨脹土的強度。

對膨脹土大尺寸原位試件開展現場干濕循環試驗，并對其進行多尺寸原位剪切試驗(包括直徑為50 cm、高為20 cm 的圓柱試樣和邊長為30 cm、高為20 cm的矩形試樣及常規室內直剪試驗，確定在不同裂隙狀況下，膨脹土試樣面積對土體測試強度的影響。

直剪試驗依據SL 237—1999 中“土工試驗規程”[10]進行。臧德記等[11-12]發現膨脹土的失穩破壞主要以淺層滑坡破壞為主，且大部分滑坡發生在埋深2 m之內，因此，在直剪過程中，使用小載荷試驗(上覆壓力小于150 kPa)得出的強度更接近膨脹土切坡的實際強度。本試驗中，剪切試驗均采用小荷載，上覆壓力最大值取100 kPa。直剪試驗方案及剪切面飽和度見表12。直接剪切試驗時間短，為不排水剪切。在試驗過程中，測量試樣剪切應力與剪切位移，獲取應力-應變關系曲線。剪切試驗結束后，在試樣剪切面取環刀樣進行室內常規剪切試驗，并測量剪切面含水率。

當剪切變形速率急劇增大或剪切變形量為試樣面積的1/10時，土體已經被破壞，可停止試驗，現場原位剪切試驗控制在20 min內完成，因此，2種原位剪切試驗的剪切速率分別取0.15 cm/min 和0.25 cm/min。常規室內直剪試驗依據土工試驗規程執行，剪切速率為0.08 cm/min。

圖6所示為不同干濕循環次數下，土體黏聚力與試樣面積之間的關系[14]。由圖6可知：土體黏聚力與試樣面積間呈指數相關性[13]，隨試樣面積增大，土體黏聚力逐漸減小，并且其下降速率逐漸減小；當試樣達到一定面積后，土體黏聚力不受試樣面積影響。干濕循環會加劇試樣面積對土體測試黏聚力的影響，增強土體直剪強度的面積效應；當試樣面積從30 cm2增至1 963 cm2，未進行干濕循環時土體測試黏聚力減小13.50%，5次干濕循環后，其黏聚力減小44.55%。

圖7所示為不同干濕循環次數下，土體內摩擦角與試樣面積之間的關系。由圖7可知：土體內摩擦角主要受土粒本身性質的影響，試樣面積及干濕循環次數未對土體內摩擦角產生規律性影響。因此，研究中所考慮的剪切強度指標主要為黏聚力，未考慮內摩擦角。

圖7 干濕循環作用下土體內摩擦角與試樣面積間的關系Fig.7 Relationship between internal friction angle of soil and sample area with dry-wet cycle

定義參數λ為土體黏聚力折減系數：

式中：ci-s為現場原位剪切試驗所得黏聚力，cc-s為室內常規直剪試驗所得黏聚力。依據圖6所示試驗結果，計算獲取不同干濕循環次數下土體的黏聚力折減系數λ。λ與表面裂隙率(CIF)之間的關系見圖8。從圖8可知：針對2 種不同的原位剪切試樣面積，折減系數λ與CIF均呈負線性相關性，隨CIF增大，λ線性減小，并且試樣面積越大，減小速率越快。對于2種不同面積的原位剪切試驗，未進行干濕循環時，試樣表面無脹縮裂隙，CIF取0，中尺寸與大尺寸試驗所得黏聚力折減系數λ分別為0.891及0.865；5 次干濕循環后，CIF增至17.66%，中尺寸與大尺寸試驗所確定的λ分別為0.644及0.554。

圖8 λ與CIF之間的關系Fig.8 Relationship between λ and CIF

4.2 裂隙膨脹土合理試樣面積研究

針對現場原位剪切試驗，若試樣面積大，則實施困難，若試樣面積小，則試驗結果的可靠性難以保證，因此，確定合理的現場試驗面積具有重要價值。膨脹土作為一種典型的裂隙土，在自然條件下，土體內部脹縮裂隙不斷發展。針對同一膨脹土，研究不同裂隙條件下土體原位剪切試驗合理試件面積具有重要意義。

設REV為土體的合理試樣面積。土體REV確定的標準通常帶有一定的主觀性，因此，建議將REV與“最大允許誤差(EMP)”概念相關聯。通過給定一個最大允許誤差(EMP)，某面積下，當試驗參數的平均相對誤差僅小于EMP時，可認為該面積為此EMP所對應的REV。其中，平均相對誤差用δˉ表示，即

式中：為平均相對誤差；L為測試真值，即為試驗結果趨于穩定后的值；li和n分別為實際測試值及測試次數。

通過試驗，獲取進行干濕循環作用下的多尺寸剪切試驗結果及土體表面裂隙圖像，據土體CIF及黏聚力參數對膨脹土REV進行研究，分析由CIF確定的REV-CIF與由黏聚力確定的REV-c之間的關系，給出土體表面裂隙圖像，確定對應裂隙狀況下原位剪切試驗合理試樣面積(REV-c)的方法，為工程設計時裂隙土體強度參數的合理取值提供參考。

4.2.1REV-CIF的計算

以不同干濕循環次數下的膨脹土表面裂隙圖像為背景，在圖像區域內選擇9 個不同的計算點，如圖9(a)所示。以各計算點為圓心，依次增大計算區域面積，在裂隙圖像上構造一系列大小不同的正方形計算窗口，如圖9(b)所示，然后，采用Matlab軟件計算各個窗口所含裂隙的CIF。

圖9 裂隙圖像上的CIF計算窗口Fig.9 CIF calculation window on fracture image

采用式(3)分別計算不同窗口面積下，9個不同計算點的CIF平均相對誤差，并在不同干濕循環作用下，獲取CIF平均相對誤差與計算窗口面積之間的關系；依據給定的EMP，確定對應干濕循環作用下土體的REV-CIF。其中，CIF測試真值由CIF計算結果趨于穩定時，9個不同計算點的CIF的算術平均值確定。

4.2.2REV-c的計算

采用式(3)計算不同面積的試樣黏聚力的平均相對誤差，獲取不同干濕循環作用下，黏聚力平均相對誤差與試樣面積之間的關系，并依據給定的EMP，確定對應干濕循環條件下土體的REV-c。其中，黏聚力真值為測試黏聚力與試樣面積的關系曲線上(圖6)試樣面積趨于無限大時的黏聚力。

4.2.3REV-CIF與REV-c的比較

圖10所示為膨脹土在干濕循環作用下，土體REV及CIF與干濕循環次數的關系。從圖10可知：隨干濕循環次數增加，膨脹土的REV與CIF均增大，并且增長速率逐漸減小。針對不同的EMP，2 種方法確定的REV與干濕循環次數之間均表現出相同的變化規律，在同一條件下，REV-c為REV-CIF的1.75～2.97倍。

圖10 膨脹土REV與CIF隨干濕循環次數的變化Fig.10 Variations of REV and CIF of expansive soil with number of dry-wet cycle

在干濕循環初期，土質均勻性好，REV較小，隨著循環進行，裂隙發展，土體裂隙寬度、裂隙塊面積增大，裂隙密集度減小，包含裂隙塊體所需的試樣面積增大，土體的離散性加大，表征土體性質所需要的試樣面積(REV)增大。經3～5次循環后，土體裂隙基本趨于穩定，REV達到定值。因此，可認為裂隙的存在與發展是導致裂隙土表現出非連續性的重要因素，是確定土體REV的關鍵因素。

4.2.4 據表面裂隙圖像確定REV-c

定義ζ為REV-c與REV-CIF的比值。在干濕循環條件下，裂隙膨脹土的CIF與ζ之間的關系見圖11。從圖11可知：針對不同的EMP，不同CIF下的ζ均在1.75～2.97 范圍內，并且CIF越小，EMP對ζ的影響越小。

圖11 不同EMP條件下CIF與ζ間的關系Fig.11 Relationship between CIF and ζ at different EMP conditions

確定膨脹土凝聚力試驗試樣合理面積的步驟如下。

1)計算表面裂隙率。開展原位干濕循環試驗，根據地表裂隙圖像計算表面裂隙率CIF。

2)確定表面裂隙率統計面積的合理面積。根據表裂隙率CIF和最大允許誤差EMP計算表面裂隙率統計范圍的合理面積REV-CIF。

3)計算黏聚力試樣的合理面積比例系數。根據表面裂隙率CIF和最大允許誤差EMP，計算凝聚力試樣的合理面積比例系數ζ。

4)確定黏聚力試驗試樣的合理面積。根據表面裂隙率統計合理面積REV-CIF和比例系數ζ，計算凝聚力試驗試樣的合理面積REV-c=ξREV-CIF。

5 崩解性砂巖改良膨脹土的工程性能

5.1 砂巖質量分數對改良土性狀的影響

引江濟淮河(航)道工程引江濟巢段和江淮溝通段地層連續分布弱膨脹土和具有崩解性的砂軟巖。采用非膨脹土封閉是工程中常用的膨脹土邊坡防護方法之一。引江濟淮工程新開河段廣泛分布膨脹土地層，非膨脹土資源短缺，因此，需對原位膨脹土進行改良，物理改良法和復合改良法是常用的手段[15-19]。在常規情況下，砂巖棄料不具備植被生長的基本條件，其廢料堆砌存在較嚴重的環境問題。為資源化利用河道開挖棄渣，擴大非膨脹土來源，試驗研究崩解性砂巖改良弱膨脹土的可行性。

5.1.1 試驗方案

研究崩解性砂巖物理改良弱膨脹土的應用性能。砂巖質量分數為0，10%，20%，30%，40%，50%和60%，分別進行擊實試驗，以95%最大干密度制作試樣，測定自由膨脹率、無荷膨脹率、有荷膨脹率、直剪強度和滲透系數。摻入砂巖為機械破碎的巖粉，粒徑小于2 mm。

5.1.2 試驗結果

1)擊實性。按照規程(SL 237—1999)，對不同砂巖質量分數的土樣進行輕型擊實試驗，試驗結果如圖12所示。由圖12可知：最優含水率和最大干密度隨崩解性砂巖質量分數呈單調變化，未出現峰值。

圖12 質量分數與改良土的最優含水率和最大干密度的關系[20]Fig.12 Relationship between mass fraction and optimal moisture content and the maximum dry density of improved soil[20]

2)脹縮性。崩解性砂巖改良土的膨脹性指標隨砂巖質量分數的變化趨勢如圖13所示。

由圖13可知：崩解性砂巖改良土的自由膨脹率和膨脹力隨砂巖質量分數單調減小；當砂巖質量分數為60%時，自由膨脹率下降到39%，達到非膨脹土標準。天然膨脹土膨脹力約為51 kPa，在荷載為50 kPa 時，膨脹率近似為0 kPa。有側向限制條件下的無荷膨脹率遠比自由膨脹率小。

圖13 質量分數與自由膨脹率和膨脹力的關系Fig.13 Relationship between mass fraction and free expansion rate and swelling pressure

3)直剪強度。利用擊實試驗制備的試樣進行不同質量分數下試樣的直剪試驗，砂巖質量分數與直剪強度指標的關系如圖14所示。由圖14可知：在崩解性砂巖質量分數區間內，黏聚力和內摩擦角隨砂巖質量分數呈3次曲線規律變化，即隨砂巖質量分數增加，黏聚力單調減小，而內摩擦角單調增大。

圖14 砂巖質量分數與直剪強度參數的關系Fig.14 Relationship between sandstone mass fraction and shear strength parameters

改良土的直剪強度τf為法向應力σ和砂巖質量分數x的函數，即

圖15所示為直剪強度與砂巖質量分數的關系，可知擬合曲線和試驗曲線吻合良好。令求得直剪強度極大值和極小值對應的砂巖質量分數分別為12%和40%。改良土直剪強度極值點與砂巖質量分數的關系如圖16所示。

圖15 直剪強度與砂巖質量分數的關系Fig.15 Relationship between direct shear strength and sandstone mass fraction

圖16 改良土直剪強度極值點與砂巖質量分數的關系Fig.16 Relationship between extreme point of direct shear strength of improved soil and mass fraction of sandstone

結合現場壓實試驗情況，即當砂巖質量分數較高時壓實作業面會產生裂縫，以不低于天然膨脹土強度指標為標準，在兼顧改良土壓實性條件下，使砂巖棄料的利用量最大化。綜合考慮上述因素，改良弱膨脹土所用砂巖的合理質量分數確定為30%。在此質量分數下，弱膨脹土改良后的自由膨脹率由62%降低到47%。

4)滲透性。利用擊實試驗制備的試樣進行變水頭法滲透試驗，研究巖屑質量分數對改良土滲透系數的影響，結果如圖17所示。由圖17可知：滲透系數與巖屑質量分數呈正相關；當巖屑質量分數超過50%時，滲透系數增速顯著增大；當巖屑質量分數在60%以下時，改良土的滲透系數對于10-6數量級，仍顯示改良土具有黏性土滲透特征。

圖17 巖屑質量分數與滲透系數的關系Fig.17 Relationship between mass fraction and permeability coefficient of sandstone

5.2 崩解性砂巖碎屑粒徑對改良土耐久性的影響

崩解性砂軟巖遇水崩解后的碎屑并非呈單粒結構，與天然單質砂的結構不同，顆粒間膠結物含蒙脫石等強親水性礦物。崩解巖遇水崩解的程度與吸收水分、環境溫度(外部因素)、膠結物類別、黏土礦物含量、初始裂紋(內部因素)等有關[21-25]。崩解性砂巖的崩解特性對改良土耐久性的影響、崩解性砂巖碎屑改良膨脹土的效果及改良機理還需進行深入研究。

5.2.1 試驗方案

試驗時，將崩解性砂巖碎屑過篩，分別得到粒徑小于2，[2，5)，[5，10)及[10，20) mm 的巖粒。各加入質量分數為30%的水泥至膨脹土中實現物理改良，稱為物理改良土。同時，在此基礎上，添加質量分數為4%的水泥對膨脹土進行復合改良，改良后的膨脹土稱為復合改良土。對物理改良膨脹土與復合改良膨脹土進行室內物理力學性質試驗。

5.2.2 試驗結果

圖18所示為干濕循環條件下試樣表面的裂隙發育過程(4%水泥指質量分數為4%的水泥)。將圖像進行二值化處理，并提取裂隙率(即裂隙面積與比試樣總面積之比)，以此比較不同粒徑組砂巖碎屑改良膨脹土的裂縫發展差異，從而評價砂巖碎屑的強度耐久性[26]。

由圖18可知：物理改良土在干濕循環下，首循環產生的損傷最大，導致試樣裂隙率增量最大，后繼循環中，裂隙率略有增長；物理改良土巖屑對膨脹土開裂具有抑制作用，當巖屑粒徑大于10 mm時，巖屑粒徑對抑制效果有明顯影響。在巖屑含量相同但顆粒較大的條件下，膨脹土中巖屑分布均勻性差，含砂量較大的部位表現出整體裂隙率低和收縮量小的特征，在實際工程中，摻加大粒徑巖屑將導致含砂量小的部位裂隙率大，局部裂隙增多。復合改良土在干濕循環下，首循環產生的裂隙率增量遠比物理改良土的小，在后繼循環中，裂隙率無明顯變化；復合改良土的裂隙率明顯比素土加水泥的裂隙率小，砂巖在復合改良中作用明顯，裂隙率和砂巖碎屑粒徑相關性不顯著。

圖18 素土及改良土在干濕循環作用下的裂隙開展情況[26]Fig.18 Crack development of plain soil and improved soil under dry-wet cycle[26]

6 原狀膨脹土現場鑒別方法

膨脹土在開挖施工過程中，采用傳統的試驗方法對開挖方分類處理至少需要24 h[27-30]，難以滿足現場施工快速判別的需要，因此，需使用快捷的判別技術，對開挖土方進行及時分類處理(再利用或廢棄)。基于粒子圖像測速(PIV)技術[31-32]，提出了一種膨脹性判別方法。該方法以原狀試樣制作標準試件，高效、無介入、連續測定試件表面動態位移場，具有判別周期短、可現場操作的優點。

6.1 理論基礎

PIV技術的原理是通過示蹤粒子無接觸獲得處理對象表面的位移場，測量精度較高。在土樣表面提前預埋示蹤粒子，當土樣表面發生位移變化時，示蹤粒子隨土樣同步移動，只要示蹤粒子的流動跟隨性足夠強，土樣的位移場就可以通過示蹤粒子的運動來反映。PIV技術通過測量示蹤粒子在2個時間間隔內的位移來間接反映土樣表面的位移(包括位移矢量及位移速度矢量)的變化。

6.1.1 膨脹土變形原理

土樣在含水率下降過程中會發生開裂干縮現象。產生這種現象產生的原因是土體發生張拉破壞，這種力學形態與吸力密切相關。隨土顆粒失水，其表面吸力增大，進而形成張拉應力，當張拉應力達到土體抗拉強度時，土體發生開裂干縮。普遍認為土的收縮分為等縮率收縮階段、變縮率收縮階段(或過渡階段)、停止收縮階段。

6.1.2 膨脹性的現場快速判別

膨脹土吸水膨脹、失水收縮，其主要原因是受內部蒙脫石和伊利石等礦物成分的影響。礦物成分含量越高，脹縮態勢越明顯，土樣的自由膨脹率也越高。土樣在失水過程中發生的開裂和干縮可通過表面位移場來反映，因此，快速確定表面位移場和自由膨脹率之間的關系，成為本研究的關鍵。針對膨脹土干縮裂縫的特點，利用PIV技術量測表面位移，建立土體膨脹性與位移特征的一一對應關系。

6.2 方法原理

將試樣置于恒溫環境中，采用工業相機定時(本研究中設置為5 min)捕捉試樣表面的圖像。將0 min 捕獲的第一圖像和5 min 捕獲的第二圖像列為第一組；在試驗10 min 后，捕獲第三圖像，并將5 min和10 min捕獲的圖像作為第二組；依此類推，直到試驗結束。

采用相同的加權平均算法對圖像進行灰度處理，為處理后的每個像素點賦值(0～255)；將每組已分類圖像中的第一幅圖像劃分為若干個大小相同的網格，像素的不同灰度使每個網格生成唯一的灰度共生矩陣；當試樣收縮和開裂時，網格整體移動，單個網格的灰度分布不變。通過在第二幅圖像中尋找匹配度最高的灰度共生矩陣，可確定每個網格的位移特征。圖19中紅色區域是要搜索的第一個網格，藍色區域是要搜索的第二個網格。

圖19 網格劃分及分析步設置示意圖Fig.19 Schematic diagram of grid division and analysis step setting

PIV 技術的處理流程及處理結果如圖20所示。樣本的每個像素點的位移方向符合宏觀層面的運動規則，但在局部范圍內是雜亂的。考慮所有像素點的位移特征，分析位移標量，不考慮一定時間內的累計位移標量。位移標量圖中的顏色深淺代表發生的位移大小。位移標尺如圖21所示，由此，可得到試樣在該時間段內所有像素點的位移增量均值：

圖20 PIV技術的處理流程Fig.20 Processing flows of PIV technology

圖21 標準尺度Fig.21 Standard dimensions

式中：Ej為一段時間內的位移增量均值；j為(0，5)，[5，10)，[10，15)，…；xi為試樣內每個像素的實際位移，mm；N為試樣內像素點的個數。

6.3 現場試驗

根據土壤的現場表觀特征，選擇不同地點的土壤取樣。將取樣器用凡士林潤滑，以減少摩擦對樣品的干擾，得到原狀試樣。取樣前輕輕刮去上部干燥和擾動的土層。取環形采樣器周圍的土壤測量其初始含水量。在乙醇燈下用重量法測定和記錄樣品的初始水分含量。每組樣品在80 ℃時進行120 min試驗。試驗前后的土樣性質及含水量如表13所示。其中，第1 組試驗為建立判別曲線的試驗，第2組試驗為判別曲線的驗證試驗。

表13 現場試驗的土樣性質Table 13 Properties of soil samples for field test

原狀試樣的初始含水率和孔隙比具有不可控性，不利于判定方法的確定。鑒于膨脹土的脹縮特性，HOU 等[33]在室內采用重塑試樣進行了一系列試驗。在試樣表面示蹤粒子試驗的基礎上，充分考慮初始含水率、飽和度等土的基本物理力學參數對試驗結果的影響。試驗結果表明，以標準砂作為試樣表面涂層，能有效減小假位移引起的試驗誤差；試樣的位移增量均值隨時間先增大后減小，最后趨于穩定，同一種土的初始含水率越高，位移增量均值的峰值越大，達到穩定的時間也越長，而飽和度對位移增量均值的影響并不明顯；對于初始狀態(含水率和飽和度)相同的試樣，自由膨脹率越高，其位移場穩定前的累計位移增量均值越大。基于試驗現象和數據，提出如下經驗公式：

式中：E為累計位移增量均值；ω為試樣的初始含水率；δ為試樣的自由膨脹率；A，B，C和D均為擬合常數。

現場試驗參考式(2)，測試結果及計算結果如表14所示。以第Ⅰ組試驗數據為依據，基于累計位移增量均值測量值Em、試樣的自由膨脹率測試值Fs、初始含水率ω，擬合得到各項參數：A=0.129 8，B=-1.894 5，C=0.104 5，D=18.868 8。結合第Ⅱ組試驗的累計位移增量均值計算值Ec和初始含水率ω，得到試樣的自由膨脹率計算值F′s。同時測試第Ⅱ組試樣的自由膨脹率，經對比發現，由經驗公式(2)得到的計算值與實測值相差較小。

表14 判別試驗的測試結果及驗證試驗的計算結果Table 14 Test results of discrimination test and calculation results of verification test

7 膨脹土及崩解巖邊坡的錨固方法

7.1 全黏結GFRP筋錨固蛻化特征

鋼筋錨桿產生的腐蝕是錨桿結構功能失效的主要原因之一。玻璃纖維增強聚合物GFRP筋具有良好的抗腐蝕性和抗拉特性，可代替鋼筋錨固巖土體，引江濟淮試驗工程河道水下邊坡采用這種新型材料錨桿加固。

7.1.1 試驗方案

河道開挖形成的二級邊坡為膨脹土地層，一級邊坡為崩解性砂軟巖地層，土坡采用10 m 長GFRP錨桿加固，巖坡采用8 m長GFRP錨桿加固；二級邊坡以下為水位變動區。一級邊坡處于常水位以下。

開展現場原位試驗，研究全黏結GFRP錨桿在循環荷載下的黏結蛻化規律。在桿體中通常埋置光纖光柵傳感器來監測錨桿應變狀態，在桿體施加荷載以測試應力水平，循環加卸荷模擬河道水位升降導致的內力變化。通過測試的桿體應變、桿體荷載，計算桿體的軸力和界面剪力分布狀態，從而分析GFRP筋錨桿加固軟巖效果，得到錨固結構的黏結蛻化規律，提出設計參數的取值標準。

崩解巖和膨脹土的力學參數分別見表15和表16。本試驗采用的GFRP錨桿的材料組分和力學參數見表17。

表15 崩解巖常規力學參數Table 15 Conventional mechanical parameters of disintegrating rock

表16 膨脹土常規力學參數Table 16 Conventional mechanical parameters of expansive soil

表17 GFRP筋常規力學性能參數及材料組分Table 17 Conventional mechanical property parameters and material components of GFRP reinforcement

7.1.2 試驗結果

圖22所示為10 m 長GFRP 錨桿在土層中的軸力-錨固深度關系曲線，荷載影響深度為8.5 m，有效錨固長度約為3.6 m。圖23所示為8 m 長GFRP 錨桿在軟巖中軸力-錨固深度關系曲線，荷載影響深度為5.8 m，有效錨固長度約為2.8 m[34]。

圖22 10 m土層錨桿軸力-錨固深度關系曲線Fig.22 Relationship curves between axial force and anchorage depth of anchor rod in 10 m soil layer

圖23 8 m巖層錨桿軸力與錨固深度的關系[34]Fig.23 Relationship between axial force and anchorage depth of 8 m anchor rod[34]

圖24所示為拉拔作用下的端部荷載-位移關系曲線。由圖24可知：相同荷載條件下，錨桿的桿端位移比黏性土坡的位移小。

圖24 錨桿加載端位移與荷載的關系Fig.24 Relationship between load end displacement and load of anchor rod

圖25所示為軟巖內錨桿體界面剪應力與深度的關系。圖26所示為某一相同荷載條件下3 次循環剪力隨錨固深度的變化。

由圖25和圖26可知：剪應力的性質變化將導致剪應力峰值位置發生變化。剪應力性質變化的原因在于黏結力減小。

圖25 錨桿張拉剪力與深度的關系Fig.25 Relationship between anchor rod tension shear depth

圖26 錨桿3次張拉剪力與深度的關系Fig.26 Relationship between of bolt tertiary tension shear and depth

7.2 軟巖邊坡內鋼筋、GFRP錨桿承載試驗

錨桿加固是河道膨脹土、崩解巖邊坡防護采用的措施之一，錨固結構的承載特征是評價加固方案可行性的重要依據，引江濟淮試驗工程針對錨固結構的承載特征開展原位試驗研究。

7.2.1 試驗方案

本試驗在引江濟淮試驗工程現場實施，研究錨桿加固軟巖邊坡的效果，同時，對比鋼筋和GFRP錨桿加固邊坡的錨固效果差異。

試驗錨桿材料為HRB400 螺紋鋼筋和GFRP筋，材料性狀指標見表18與表19，試驗錨桿布置見表20。

表18 GFRP筋常規力學參數及材料組分Table 18 Conventional mechanical parameters and material components of GFRP reinforcement

表19 鋼筋常規力學參數Table 19 General mechanical parameters of reinforcement

表20 試驗錨桿種類及位置Table 20 Type and position of test anchor rod

試驗內容包括：1)拉拔試驗，分析錨固系統的承載特征，說明錨桿加固軟巖邊坡的效能，比較鋼筋、GFRP筋錨桿錨固效果差異。2)鎖定錨桿荷載開挖圍巖，施加拉拔荷載后鎖定錨桿荷載，在遠離試驗錨桿處，由遠及近開挖圍巖，觀測桿體軸力變化過程。3)錨桿黏結狀態驗證，開挖錨桿，觀測錨桿在黏結體中的位置和灌漿飽和狀態。

7.2.2 試驗結果

圖27所示為軟巖邊坡5.0 m 長鋼筋和GFRP 筋錨桿端部位移與荷載對應關系。

圖27 錨桿加載端位移與荷載對應關系Fig.27 Corresponding relationship between load end displacement and load of anchor rod

由圖27可知：當鋼筋錨桿在拉拔荷載200 kN時，錨頭位移開始增大，之前近似呈直線變化，說明當前荷載下界面出現了相對滑移。GFRP筋錨桿在拉拔荷載為260 kN 時，錨頭位移開始增大，之前近似呈直線發展，說明當前荷載下桿體自由段出現了塑性破壞，或界面出現了相對滑移。當桿體處于彈性階段時，在相同荷載下，GFRP筋錨桿加載端位移比鋼筋錨桿的加載端位移大。

圖28和圖29所示分別為軟巖邊坡5.0 m 長鋼筋、GFRP 筋錨桿界面剪力沿錨固深度的分布曲線[35]。

圖28 軟巖5.0 m鋼筋剪力與錨固深度的關系Fig.28 Relationship between shear force and anchorage depth of 5.0 m reinforcement in soft rock

圖29 軟巖5.0 m GFRP筋剪力與錨固深度的關系[35]Fig.29 Relationship between shear force and anchorage depth of 5.0 m GFRP reinforcement in soft rock[35]

由圖28和圖29可知：軟巖內5.0 m 長的鋼筋和GFRP筋錨桿的峰值剪應力水平不同；桿體界面黏結損傷對應的剪應力水平不同。

圖30和圖31所示分別為鋼筋、GFRP 錨桿體軸力與深度的關系。由圖30和圖31可知：開挖圍巖對錨桿自由段軸力有顯著影響，錨固段0.75 m以下桿體的軸力變化較小。

圖30 軟巖邊坡5.0 m長GFRP筋桿體軸力Fig.30 Axial force of GFRP bar with 5.0 m on soft rock slope

圖31 軟巖邊坡5.0 m長鋼筋桿體軸力[36]Fig.31 Axial force of reinforcement prod with 5.0 m of soft rock slope[36]

8 邊坡防護措施組合及效果

8.1 邊坡防護設計方案

開展原位試驗比選膨脹土邊坡的防護方案。針對本項試驗工程膨脹土的特點，即渠道邊坡膨脹土空間分布的非連續性和膨脹性等級局部的非均勻性，采用不同的防護方案進行試驗，通過監測各種工況條件下的工程特征指標變化，選擇更有效、經濟的方案，建立引江濟淮工程渠道膨脹土邊坡的處理方法。

開展原型試驗比選崩解巖邊坡的防護方案。針對渠道邊坡基巖具有崩解性、裂隙水發育和土巖交界帶賦含地下水的特點，采用不同的防護方案防護崩解巖、疏排地下水消減場壓力，建立引江濟淮工程渠道崩解巖邊坡和渠道底板的處理方法。

針對河道邊坡的不同對象和防護要求，試驗工程共計采取20 項防護措施，比選出適宜方案。其中河道水上坡面采用水土保護毯覆蓋、三維土工網覆蓋、預制砼格的措施；水上膨脹土坡采用復合土工膜封閉、3%水泥改良土換填(換填層厚1.0 m)、5%水泥改良土換填厚(換填層厚1.0，1.5和2.0 m)、設置順坡向碎石盲溝、設置仰斜式排水管的措施；水下膨脹土坡采用水上膨脹土換填的方式，同時采用5，8 和10 m 長鋼筋和GFRP 錨桿錨固、設置順坡向碎石盲溝、設置仰斜式排水管；水下崩解巖坡采用水下膨脹土錨固的方式，同時鋪設C20砼(厚度為50 mm)；河道水下坡面采用鋪設C20 鋼筋砼襯(厚度為150 mm)的措施；河道水下底板鋪設C20砼(厚度為150 mm)的措施。

8.2 現場試驗方法

8.2.1 原位狀態指標監測

為比較方案處理效果差異和加固措施的有效性，在各方案區內設置監測斷面，監測變形、應力、含水率等指標的變化過程，監測設施包括水位管、水壓計、測斜管、體積含水量探頭、吸力探頭、單點位移計、多點位移計、測縫計、錨桿應力計，共計8 種648 個傳感器，4 種35 個數據采集系統，布置在12 個監測斷面上，其中8 個斷面在左岸邊坡防護措施組合方案內，4個斷面在右岸裸坡內。

8.2.2 原位試驗

監測儀器在施工前及施工過程中埋設安裝。2016-06-13T18 在試驗西區注水，采集試驗數據。試驗中區、東區相繼在6個月內開始注水。為檢驗邊坡防護措施的有效性，對河道進行模擬運行試驗，即進行河道水位升降和右岸邊坡人工降雨試驗。試驗西區、中區進行2次水位升降試驗，試驗東區進行1次升降試驗。水位升降過程監測指標有河道水位、測點孔隙水壓力增量、坡面臨空面變形、錨桿(鋼筋、GFRP 筋)軸力、混凝土襯砌面板裂縫、邊坡土體含水率和二級平臺下不同深度水平變形的變化。

8.3 河道邊坡運行狀態

試驗西區自2016-06-13 開始注水，2016-07-15 水位高度達到25.1 m。最高設計洪水水位為25.53 m。

水位升降試驗持續到2016年11月底，其中，試驗1～6 區水位升降2 次，試驗7～8 區水位升降1次。

在水位升降過程及間歇期內，同步監測注水及靜水條件下的各項指標。

圖32～38所示為河道水位升降過程中的邊坡運行狀態指標的變化過程。

圖32 試驗3區河床臨空面變形Fig.32 Deformation of free surface of riverbed in test area 3

圖33 試驗3區一、三級坡面臨空變形Fig.33 Free deformation of grade I and III slopes in test area 3

圖34 試驗3區三級坡內膨脹土含水率變化過程Fig.34 Change process of water content of expansive soil in grade III slope of test area 3

圖35 試驗3區二級坡鋼筋錨桿應力變化Fig.35 Stress change of slopeⅡreinforcement anchor in test area 3

圖36 試驗1區一級坡GFRP錨桿應力變化Fig.36 Stress change of GFRP anchor bolt on grade I slope in test area 1

圖37 試驗裸2區J41+000三級坡膨脹土含水率變化過程Fig.37 Change process of water content of expansive soil on J41+000 grade III slope in test area 2

圖38 試驗裸2區一級坡底臨空變形過程Fig.38 Free deformation process of grade I slope bottom in bare zone 2

各試驗分區的邊坡穩定狀態特征如下。

1)河道底板變形總體呈隆起趨勢，最大值為16 mm，變形貫穿水位升降全過程，與河道水位升降無明顯的相關性。河床隆起變形來自卸荷回彈或基巖遇水膨脹等，河道注水后6個月隆起變形趨于穩定。

2)坡面臨空變形總量小于10 mm，與河道水位升降有明顯的相關性；一級坡采用錨桿(錨筋)加固，面板變形過程與水位升降過程呈交叉狀態；二級坡采用換填改性土防護，面板變形過程與水位升降過程同步發展；三、四級坡面變形小于一、二級坡面變形。

3)一級坡加固錨桿軸力和河道水位升降密切相關。渠道水位上升，襯砌下巖土體同步吸水膨脹，面板自身承受浮力作用，導致錨桿軸力增大；水位下降，坡內向外滲流增大，導致錨桿軸力增大；水位下降穩定后向坡外滲流減小及至消失，導致錨桿軸力減小。總體規律是：高水位時錨桿軸力處于高位值；當水位下降時，桿體軸力同時增大，而低水位時，桿體軸力處于低位值。洪水期過后的水位下降期是錨桿承擔軸載最大的時期。在同一水位升降過程中，不同位置的鋼筋錨桿軸力與GFRP錨桿軸力有較大差異，原因在于一是加固位置存在差異，二是錨桿材料的彈性模量不同。在相同變形量下，GFRP錨桿的應力是鋼筋錨桿應力的1/5左右。

4)河道三、四級邊坡采用水泥改性土防護，坡內土體含水率與河道水位升降、自然降雨過程無明顯相關性，自測點傳感器安裝定位后，有效測點的含水率呈穩定狀態。

5)二級平臺下深層巖土體水平位移總量小于20 mm，與河道水位升降無明顯的相關性。

6)坡內淺層孔隙水壓力與河道內水位升降同步變化，其值與測點高程相關，河道底板下淺層孔隙水壓力與河道水位升降變化量相近。

7)裸坡坡面下不同深度土體含水率隨時間有明顯變化，變化量最大值為7%，與期間的降雨過程具有對應性，降雨量大時土體含水率高。

8) 在水下邊坡中，一級坡面變形最大值為16 mm，一級坡面變形與河道水位升降有相關性；在水上邊坡中，三級坡變形最大值為7 mm，三、四級坡面變形與河道水位升降無明顯相關性；三、四級坡面變形小于一、二級坡面變形。

8.4 邊坡防護方案比選

1)現場試驗為工程技術方案確定提供重要依據，實際工程沿線地質結構、巖土力學特性、水文氣候條件等均不盡相同，依據現場試驗得出的優選方案只是相對的優選方案。據現場試驗數據及邊界條件提出合理技術方案。

2)膨脹土邊坡的改性土換填厚度采用1.0 m(弱膨脹土)、1.5 m(中膨脹土)，可以滿足工程需要。

3)對于軟巖邊坡加固，鋼筋錨桿的長度須大于GFRP 筋錨桿的長度。引江濟淮工程弱膨脹土中，鋼筋、GFRP 筋錨桿長度不宜小于5.0 m；引江濟淮工程軟巖中，鋼筋錨桿長度不宜小于3.5 m，GFRP筋錨桿長度不宜小于3.0 m。

9 結論

1)江淮膨脹土具有成層分布，層厚起伏尖滅，呈非連續分布特點；其礦物組成以石英為主，其次為長石，其中蒙脫石質量分數不高，平均質量分數為11%。江淮膨脹土主要呈弱膨脹性，局部區域呈現為中等膨脹性，滲透性較低。開挖暴露6個月內裂隙開展最大深度約1.2 m。

2)對膨脹土開展原位干濕循環試驗，拍照獲取土體表面裂隙圖像；計算不同面積下土體的表面裂隙率(CIF)，求取相應合理試驗面積(REV-CIF)；對膨脹土開展不同面積原位剪切試驗，計算強度指標即黏聚力c，求取相應合理試驗面積(REV-c)；得到REV-c與REV-CIF的比值(ζ)；對同類別土體，確定黏聚力c的合理試驗面積REV-c為REV-CIF與ζ的乘積。

3)在工程現場取原位土體，采用PIV 成像技術測量示蹤粒子在5 min時間間隔內的位移來間接地反映土樣表面的位移變化特征參數，建立與自由膨脹率之間的關系，并開發檢測儀器，計算土體的自由膨脹率。

4)物理改良土的最大干密度、滲透系數與砂巖巖屑質量分數呈正相關，最優含水率、脹縮性與砂巖質量分數呈負相關。凝聚力和內摩擦角與砂巖巖屑質量分數呈三次曲線關系。當摻砂率為30%時，改良效果最佳。砂巖可以增強膨脹土的耐久性。

5)循環荷載加劇桿體界面黏結蛻化。軟巖中鋼筋錨桿有效錨固長度約為2.8 m，GFRP 錨桿有效錨固長度約為1.8 m。GFRP 錨桿用于渠道軟巖邊坡加固，其承載能力比鋼筋錨桿的承載能力強，并且桿體界面黏結強度高，與膠結體的變形協調性好，預應力衰減率低。

6)水下邊坡采用改性土換填與錨桿(鋼筋、GFRP 筋)加固。水上膨脹土邊坡的改性土換填厚度采用1.0 m(弱膨脹土)、1.5 m(中膨脹土)。引江濟淮工程弱膨脹土中，鋼筋、GFRP筋錨桿長度不宜小于5.0 m；軟巖中鋼筋錨桿長度不宜小于3.5 m，GFRP筋錨桿長度不宜小于3.0 m。