唐咸遠(yuǎn),王詩海,馬杰靈,羅 杰

(1. 桂林電子科技大學(xué) 建筑與交通工程學(xué)院,廣西 桂林 541004;2. 廣西科技大學(xué) 土木建筑工程學(xué)院,廣西 柳州 545006;3. 廣西北投交通養(yǎng)護(hù)科技集團(tuán)有限公司,廣西 南寧 530029)

0 引 言

膨脹土在我國(guó)分布范圍較廣,具有脹縮和裂隙發(fā)育等特性,對(duì)工程建設(shè)的危害大、損失重、防治難。隨著我國(guó)交通基礎(chǔ)建設(shè)的加快,高速公路、鐵路必然會(huì)穿越更多的膨脹土分布區(qū),因車輛荷載的影響,路基沉降變形和開裂問題也越來越突出[1]。因此,開展膨脹土的動(dòng)力特性研究,對(duì)路基狀態(tài)評(píng)估和沉降變形分析具有重要實(shí)踐意義。

目前,國(guó)內(nèi)外學(xué)者在土體動(dòng)力特性方面的研究較多[2-5]。對(duì)于累積變形的研究,莊心善等[6]得出,合肥弱膨脹土累積變形特征在正弦波加載條件下符合單對(duì)數(shù)模型曲線的發(fā)展規(guī)律;梅慧浩等[7]采用正弦波加載方式建立了路基粗粒土的永久變形預(yù)測(cè)模型,并給出模型參數(shù)取值范圍;L.TANG等[8]對(duì)路基填料進(jìn)行單級(jí)和多級(jí)循環(huán)荷載試驗(yàn),得出了長(zhǎng)期低動(dòng)應(yīng)力荷載下的累積應(yīng)變經(jīng)驗(yàn)?zāi)Ｐ?LI Jian等[9]研究了不同動(dòng)應(yīng)力和圍壓等因素對(duì)重塑紅黏土作為路基填料時(shí)累積變形的影響;商擁輝等[10]通過數(shù)值模擬和室內(nèi)試驗(yàn),得出了不同動(dòng)應(yīng)力幅值下水泥改良膨脹土路基累積變形經(jīng)驗(yàn)?zāi)Ｐ?。在滯回曲線的研究方面,莊心善等[11]研究了圍壓和動(dòng)應(yīng)力幅值對(duì)風(fēng)化砂改良膨脹土滯回曲線特征的影響;魏新江等[12]研究了不同溫度和固結(jié)度對(duì)凍融土滯回曲線特征變化的影響;黃娟等[13]分析了泥炭質(zhì)土在分級(jí)加載下圍壓和固結(jié)比對(duì)滯回曲線演化影響。在動(dòng)強(qiáng)度特性的研究方面,匡月青等[14]對(duì)飽和軟黏土開展動(dòng)三軸試驗(yàn),研究了土體在列車荷載作用下的動(dòng)強(qiáng)度特性;WANG Min等[15]得出了改良膨脹土在不同含水率下的動(dòng)強(qiáng)度參數(shù);冷伍明等[16]分析了不同圍壓和動(dòng)應(yīng)力幅值對(duì)粗粒土作為路基填料時(shí)的動(dòng)強(qiáng)度影響。綜上所述,大部分學(xué)者在土體累積變形、滯回曲線及動(dòng)強(qiáng)度特性的研究上均取得了一定成果,研究對(duì)象主要集中在粗粒土和黏土之間,且采用的加載波形多以正弦波為主。但孫陽光等[17]、李金秋等[18]研究表明,交通循環(huán)荷載更接近于半正弦波形,故在膨脹土的動(dòng)力特性研究中采用半正弦波加載比采用正弦波加載更為合理,而目前關(guān)于半正弦波加載下的膨脹土累積變形及動(dòng)強(qiáng)度特性方面的研究卻鮮有報(bào)道。

基于此,筆者選取廣西欽崇高速公路膨脹土為研究對(duì)象,開展了半正弦波加載條件下的室內(nèi)GDS動(dòng)三軸試驗(yàn),分析了膨脹土在半正弦波加載條件下不同圍壓σ3c和動(dòng)應(yīng)力σd對(duì)土體累積變形、滯回曲線特征變化和動(dòng)強(qiáng)度特性的影響,并建立了累積變形預(yù)測(cè)模型、動(dòng)強(qiáng)度衰減公式以及黏聚力和內(nèi)摩擦角隨破壞振次變化的歸一化公式,試驗(yàn)結(jié)果可為膨脹土地區(qū)的路基變形及沉降分析提供參考。

1 試驗(yàn)研究方法

1.1 試驗(yàn)儀器

采用英國(guó)GDS高級(jí)動(dòng)態(tài)三軸測(cè)試系統(tǒng),最大可施加10 kN軸向荷載和5 Hz頻率,通過更換不同尺寸底座及傳感器可對(duì)不同直徑大小的試樣進(jìn)行試驗(yàn)。試驗(yàn)過程中由電腦實(shí)時(shí)采集圍壓、反壓、軸向應(yīng)變及軸向荷載等數(shù)據(jù),內(nèi)置的模塊可對(duì)土體進(jìn)行飽和度及反壓飽和度檢測(cè),滿足試驗(yàn)各項(xiàng)需求。

1.2 試驗(yàn)土樣

試驗(yàn)用膨脹土取自廣西防城港上思縣欽崇高速公路K59+300深1.5～2.0 m處,為條紋狀(灰白、紫紅、黃色條紋)風(fēng)化泥巖,呈硬塑-堅(jiān)硬狀;膨脹土最大干密度為1.84 g/cm3,最優(yōu)含水率為16.89%,自由膨脹率為53.5%。根據(jù)JTG/ C20—2011《公路工程地質(zhì)勘察規(guī)范》和TB 10012—2019《鐵路工程地質(zhì)勘察規(guī)范》,試驗(yàn)用膨脹土可劃分為弱膨脹土,其基本物理性質(zhì)指標(biāo)如表1。試樣為50 mm(直徑)×100 mm(高)的圓柱形重塑土樣,按最優(yōu)含水率及最大干密度計(jì)算配置成濕土。采用靜壓法分4層制樣,每一層均進(jìn)行刨毛處理,制樣嚴(yán)格按照J(rèn)TG 3430—2020《公路土工試驗(yàn)規(guī)程》進(jìn)行,要求配置的濕土含水率誤差和干密度誤差分別在 ±1%和 ±0.02 g/cm3以內(nèi)。

表1 膨脹土基本物理性質(zhì)指標(biāo)

1.3 試驗(yàn)方案

試驗(yàn)過程分為飽和、固結(jié)及振動(dòng)3個(gè)階段。試驗(yàn)開始前,采用真空飽和器對(duì)制成試樣進(jìn)行抽氣注水飽和,再將試樣裝入GDS動(dòng)三軸系統(tǒng)上的壓力室內(nèi)進(jìn)行反壓飽和,當(dāng)飽和度0.96時(shí),即可認(rèn)為試樣已達(dá)到飽和;固結(jié)階段采用等向固結(jié),即固結(jié)比kc=1,加載波形選用半正弦波(加載方式如圖1),對(duì)土體進(jìn)行單一幅值下的固結(jié)不排水三軸試驗(yàn)。每個(gè)試樣振動(dòng)10 000次,當(dāng)軸向累積應(yīng)變達(dá)到5%,視為土樣已破壞。公路路基壓實(shí)標(biāo)準(zhǔn)一般要求在90% 以上,本次試驗(yàn)試樣壓實(shí)度控制在94%,加載頻率為1 Hz,圍壓σ3c選取50、100、150 kPa,試驗(yàn)方案如表2。

圖1 半正弦波加載過程Fig.1 Half-sine wave loading process

表2 試驗(yàn)方案

2 試驗(yàn)結(jié)果分析

2.1 累積變形分析

通過對(duì)試驗(yàn)數(shù)據(jù)的處理,在半對(duì)數(shù)坐標(biāo)下繪制了不同圍壓膨脹土軸向累積應(yīng)變與振次之間的關(guān)系曲線(圖2)。由圖2可知,隨著動(dòng)應(yīng)力的不斷增加,膨脹土的累積變形逐漸增大,圍壓50、100、150 kPa下的膨脹土在動(dòng)應(yīng)力小于75 kPa時(shí)均沒有發(fā)生破壞,而是呈穩(wěn)定型的變化發(fā)展趨勢(shì);動(dòng)應(yīng)力小于75 kPa時(shí),膨脹土的累積變形在初期發(fā)展較快,處于應(yīng)變快速增長(zhǎng)階段,隨振動(dòng)次數(shù)的持續(xù)增加,土體內(nèi)部孔隙不斷被壓縮減小,導(dǎo)致土體密實(shí)度逐漸增大,顆粒間的相對(duì)滑移變得困難,經(jīng)過1 500次的振動(dòng)加載后累積變形逐漸趨于穩(wěn)定,此時(shí)處于應(yīng)變穩(wěn)定階段。

圖2 不同圍壓下軸向累積應(yīng)變?chǔ)舙與振次N之間的關(guān)系Fig.2 The relationship between axial cumulative strain and vibration times under different confining pressure

以圍壓50 kPa、動(dòng)應(yīng)力50 kPa為例,振動(dòng)至1 500次時(shí),相對(duì)于第1次振動(dòng),累積應(yīng)變?cè)鲩L(zhǎng)了66.9%;振動(dòng)至1 500～10 000次時(shí),累積應(yīng)變只增長(zhǎng)了14.4%。由此可見,膨脹土的累積變形主要發(fā)生在應(yīng)變快速增長(zhǎng)階段,當(dāng)動(dòng)應(yīng)力大于80 kPa時(shí),土體累積變形在較短時(shí)間內(nèi)迅速增大直至土體被破壞,呈破壞型的變化發(fā)展趨勢(shì)。試樣破壞前后情況如圖3。由圖3可知,試樣為中部鼓脹破壞。當(dāng)荷載超過土體骨架結(jié)構(gòu)屈服應(yīng)力一定值后,結(jié)構(gòu)瞬間發(fā)生破壞,土顆粒間遷移幅度變大,變形加快,從而發(fā)生了破壞。

圖3 試樣破壞前后Fig.3 Before and after the sample failure

2.2 累積變形預(yù)測(cè)模型

目前,常用于描述土體軸向累積應(yīng)變與振次之間關(guān)系的模型有雙曲線模型[19]、Monismith冪函數(shù)模型[20]、單對(duì)數(shù)模型[6]等,分別如式(1)～式(3):

(1)

εp=ANb

(2)

εp=α+βlgN

(3)

式中:εp為軸向累積應(yīng)變;N為振次;α、β、A、b均為與土體相關(guān)的擬合參數(shù)。

以σ3c=100 kPa,σd=75 kPa為例,采用式(1)、式(2)、式(3)共3種模型對(duì)膨脹土的軸向累積應(yīng)變與振次之間的關(guān)系進(jìn)行擬合,如圖4。由擬合結(jié)果可知:雙曲線模型和單對(duì)數(shù)模型的決定系數(shù)R2均比Monismith冪函數(shù)模型要高,雙曲線模型更貼近于試驗(yàn)點(diǎn),但還是存在一定的偏差;單對(duì)數(shù)模型不能從原點(diǎn)開始擬合,即N只能從1開始取值;在軸向累積應(yīng)變發(fā)展階段和過渡至穩(wěn)定階段的曲線拐點(diǎn)處(圖4中箭頭所示區(qū)域),單對(duì)數(shù)模型和Monismith冪函數(shù)模型的擬合值相比于實(shí)測(cè)值偏差均較大。因此,采用上述3種模型均不能很好地描述出膨脹土累積變形發(fā)展趨勢(shì)。

圖4 不同模型擬合效果對(duì)比Fig.4 Comparison of fitting effects of different models

基于此,考慮膨脹土的累積變形發(fā)展特點(diǎn),參照雙曲線模型,對(duì)膨脹土的軸向累積變形曲線進(jìn)行修正,建立一個(gè)考慮穩(wěn)定型和破壞型發(fā)展趨勢(shì)的累積變形預(yù)測(cè)模型,如式(4):

(4)

式中:a、B、m均為與土體圍壓、動(dòng)應(yīng)力等相關(guān)的擬合參數(shù)。當(dāng)N趨于無窮大且處于穩(wěn)定型增長(zhǎng)階段時(shí),軸向累積應(yīng)變?nèi)〉米畲笾?即εp=1/B。該模型是在試驗(yàn)圍壓為50～150 kPa、動(dòng)應(yīng)力為50～100 kPa、加載頻率為1 Hz、固結(jié)比為1.0條件下所得。

現(xiàn)仍以動(dòng)應(yīng)力σd=75 kPa為例,繪制不同圍壓下軸向累積應(yīng)變與振次之間的關(guān)系擬合曲線(圖5),擬合參數(shù)見表3。從圖5和表3的擬合結(jié)果可知,預(yù)測(cè)模型的決定系數(shù)均較高,最小值為0.994 7,平均值約為0.996 1,均比雙曲線模型、Monismith冪函數(shù)模型和單對(duì)數(shù)模型的決定系數(shù)要高,且新模型擬合曲線更貼近于試驗(yàn)點(diǎn),表明新模型能較好地描述膨脹土累積變形發(fā)展趨勢(shì)。

圖5 不同圍壓軸向累積應(yīng)變與振次關(guān)系擬合Fig.5 Relationship fitting between axial cumulative strain and vibration times under different confining pressure

表3 軸向累積應(yīng)變與振次擬合參數(shù)

根據(jù)表3得到的擬合參數(shù)a、B、m,可判別試樣所處的狀態(tài)。對(duì)于參數(shù)a而言,當(dāng)a=3.621 6時(shí),試樣處于穩(wěn)定狀態(tài);當(dāng)a<3.621 6時(shí),試樣發(fā)生了破壞;當(dāng)a>3.621 6時(shí),試樣處于穩(wěn)定狀態(tài),其中,當(dāng)a=4.185 1時(shí),試樣卻處于破壞狀態(tài)。因此,當(dāng)a∈(3.621 6,4.185 1)時(shí),將此區(qū)間作為試樣的臨界破壞區(qū)間;當(dāng)a>4.1851時(shí),試樣處于穩(wěn)定狀態(tài)。對(duì)于參數(shù)B而言,當(dāng)B≥0.194時(shí),試樣處于穩(wěn)定狀態(tài);當(dāng)B<0.194時(shí),試樣發(fā)生了破壞。對(duì)于參數(shù)m而言,當(dāng)m≤0.698 6時(shí),試樣處于穩(wěn)定狀態(tài);當(dāng)m>0.698 6時(shí),試樣處于破壞狀態(tài);而當(dāng)m=0.789 8時(shí),試樣卻處于穩(wěn)定狀態(tài);當(dāng)m>0.789 8時(shí),試樣處于破壞狀態(tài)。因此,將m∈(0.698 6,0.789 8)作為試樣臨界破壞區(qū)間。

2.3 滯回曲線特性分析

滯回曲線反映了土體在動(dòng)荷載作用下的動(dòng)變形和耗能特性,開展滯回曲線的探討對(duì)土體動(dòng)本構(gòu)模型和抗震性能研究具有重要意義[21]。

2.3.1 不同振次下滯回曲線演化規(guī)律

為研究不同振次下滯回曲線的變化規(guī)律,以累積變形呈穩(wěn)定型發(fā)展趨勢(shì)的膨脹土為例,取σd=75 kPa,繪制在不同圍壓、不同振次下經(jīng)處理后的滯回曲線(圖6)。圖6中,εd為動(dòng)應(yīng)變。由圖6可知,滯回曲線的傾斜程度和面積隨振次的不斷增加而減小,圍壓50、100、150 kPa下的滯回曲線均是由稀疏到緊密的變化過程,這也反映了土體在動(dòng)應(yīng)力下逐漸被壓密實(shí)的過程。在振次小于100次時(shí),不同圍壓下的滯回曲線均比較飽滿和寬厚,說明土體初期的剛度較強(qiáng),能吸收施加在土體上的大部分能量,具有良好的抗震性能和耗能能力;同一圍壓下,隨振動(dòng)次數(shù)的不斷增加,滯回曲線的形狀逐漸發(fā)生變化,由早期的飽滿梭形逐漸變?yōu)檎獾牧鯒l狀,反映了土體的剛度和耗能能力在連續(xù)振動(dòng)加載下逐漸發(fā)生退化和降低,土體的累積變形逐漸增大,直至出現(xiàn)穩(wěn)定或發(fā)生破壞。

2.3.2 不同圍壓下滯回曲線演化規(guī)律

為探討不同圍壓下膨脹土的滯回曲線變化規(guī)律,現(xiàn)以σd=75 kPa為例,繪制不同圍壓下第100、1 000、10 000次振動(dòng)的滯回曲線(圖7)。

由圖7可知,在不同圍壓同一振次下的滯回曲線面積各不相同,面積越大,土體損耗的能量就越大。N=100次時(shí),圍壓50 kPa下的滯回曲線面積相比圍壓100 kPa和150 kPa滯回曲線面積分別大了28.9%和41.1%;N=10 000次時(shí),圍壓50、100、150 kPa下的滯回曲線面積相比N=100次時(shí)分別減小了19.1%、17.3%和9.9%。同一動(dòng)應(yīng)力下,圍壓150 kPa下的膨脹土滯回曲線面積衰減最小,同時(shí)損耗的能量最少,發(fā)生破壞的可能性就越小;相反,圍壓50 kPa下的膨脹土更易于發(fā)生破壞,說明增大圍壓可以抑制土體的軸向累積變形,有利于提高土體強(qiáng)度和抵抗剪切破壞的能力。隨著圍壓的增加,同一動(dòng)應(yīng)力下的滯回曲線斜率逐漸增大,滯回曲線逐漸朝動(dòng)應(yīng)力軸方向靠攏,土體產(chǎn)生的動(dòng)應(yīng)變逐漸減小。

2.4 動(dòng)強(qiáng)度特性分析

2.4.1 動(dòng)強(qiáng)度曲線特性分析

土體動(dòng)強(qiáng)度是指在一定動(dòng)荷載循環(huán)作用次數(shù)下產(chǎn)生某一指定破壞應(yīng)變或破壞標(biāo)準(zhǔn)所需的動(dòng)應(yīng)力值。破壞標(biāo)準(zhǔn)不同,對(duì)應(yīng)的動(dòng)強(qiáng)度值也不同。根據(jù)GB/T 50269—2015《地基動(dòng)力特性測(cè)試規(guī)范》,取軸向累積應(yīng)變達(dá)到5%作為破壞應(yīng)變,繪制不同圍壓下膨脹土的動(dòng)強(qiáng)度曲線(圖8)。膨脹土的動(dòng)強(qiáng)度曲線符合冪函數(shù)曲線衰減規(guī)律,如式(5):

圖8 不同圍壓下膨脹土動(dòng)強(qiáng)度曲線Fig.8 Dynamic strength curve of expansive soil under different confining pressure

(5)

式中:p、q為與土體相關(guān)的擬合參數(shù);Nf為不同動(dòng)應(yīng)力對(duì)應(yīng)的破壞振次。

從圖8可以看出:不同圍壓下膨脹土動(dòng)強(qiáng)度曲線均呈現(xiàn)冪函數(shù)形式的衰減規(guī)律,決定系數(shù)R2均在0.90以上,表明與冪函數(shù)存在較強(qiáng)的相關(guān)性,由擬合結(jié)果可知,動(dòng)強(qiáng)度曲線p值介于113.7～139.6,q值介于0.094 2～0.142 2;隨破壞振次的增加,動(dòng)強(qiáng)度衰減速率逐漸降低,且呈趨于平緩的趨勢(shì),表明減小動(dòng)應(yīng)力能提高土體達(dá)到破壞所需的次數(shù);圍壓越大,膨脹土需要的破壞振次就越多,這是因?yàn)閲鷫旱脑龃髮?dǎo)致土體密實(shí)度增加,低振次下要使土體發(fā)生破壞就需要更大的動(dòng)應(yīng)力,而低動(dòng)應(yīng)力下就需要更高的振次才能達(dá)到同一破壞條件。

為比較膨脹土動(dòng)強(qiáng)度和靜強(qiáng)度之間的差異變化情況,通過靜三軸試驗(yàn)得出破壞應(yīng)變?yōu)?% 時(shí)不同圍壓下的靜強(qiáng)度參數(shù)(表4)。表4中:σ為靜強(qiáng)度值;c0為黏聚力;φ0為內(nèi)摩擦角。分析圖8和表4可知,不同圍壓下的靜強(qiáng)度值一般大于動(dòng)強(qiáng)度值。因此,在對(duì)路基工程設(shè)計(jì)時(shí)不能只按照單一靜強(qiáng)度下的參數(shù)進(jìn)行選擇,應(yīng)該結(jié)合靜強(qiáng)度和動(dòng)強(qiáng)度綜合考慮參數(shù)的取值。

表4 不同圍壓下靜強(qiáng)度參數(shù)

2.4.2 動(dòng)強(qiáng)度指標(biāo)分析

動(dòng)強(qiáng)度指標(biāo)分為動(dòng)黏聚力cd和動(dòng)內(nèi)摩擦角φd,cd和φd是土體的2個(gè)重要參數(shù)指標(biāo)[22]。通過圖8可求得在不同圍壓不同振次下的破壞動(dòng)應(yīng)力值。根據(jù)文獻(xiàn)[23] 的計(jì)算方法,可求出動(dòng)強(qiáng)度指標(biāo)參數(shù),繼而繪制莫爾圓。圖9為膨脹土的抗剪強(qiáng)度包絡(luò)線。圖9中:動(dòng)三軸試驗(yàn)得到的強(qiáng)度包絡(luò)線截距為動(dòng)黏聚力cd;公切線與x軸夾角為動(dòng)內(nèi)摩擦角φd。分別求得cd=35.9 kPa,φd=4.06°。依據(jù)此方法可求出膨脹土在其它振次下的cd和φd值。靜三軸試驗(yàn)得到的抗剪強(qiáng)度包絡(luò)線截距為黏聚力c0,公切線與x軸夾角為內(nèi)摩擦角φ0,分別求得c0=47.6 kPa、φ0=5.10°。從圖9可以看出,靜三軸試驗(yàn)下的c0和φ0要大于動(dòng)三軸試驗(yàn)下的cd和φd,這也解釋了2.4.1節(jié)提到的膨脹土靜強(qiáng)度值大于其動(dòng)強(qiáng)度值。

圖9 抗剪強(qiáng)度包絡(luò)線Fig.9 Shear strength envelope

繪制cd和φd隨不同破壞振次變化曲線(圖10)。由圖10可知,在半對(duì)數(shù)坐標(biāo)下,膨脹土的動(dòng)黏聚力cd和動(dòng)內(nèi)摩擦角φd隨lgNf的增加呈線性減小趨勢(shì)。cd和φd隨lgNf變化的線性擬合公式分別如式(6)、式(7):

圖10 動(dòng)強(qiáng)度指標(biāo)與破壞振次之間的關(guān)系Fig.10 Relationship between dynamic strength index and failure vibration times

cd=45.9-7.9 lgNf

(6)

φd=4.71-0.51 lgNf

(7)

決定系數(shù)R2均大于0.99,且cd隨lgNf變化的衰減速度要大于φd的衰減速度,說明cd與土顆粒間的黏結(jié)力密切相關(guān),可理解為在循環(huán)荷載作用下膨脹土本身密實(shí)的骨架顆粒逐漸發(fā)生松散和遷移,導(dǎo)致土顆粒間的膠結(jié)作用力逐漸降低,隨振次的不斷增加,土體最終發(fā)生變形和破壞。根據(jù)擬合公式分別求得破壞振次在第1次至第10 000次之間的cd=14.3～45.9 kPa,φd=2.67°～4.71°。對(duì)式(6)和式(7)進(jìn)行整理后可得出cd與φd之間的關(guān)系式也為線性關(guān)系,如式(8):

cd=15.6φd-27.1

(8)

由式(8)可知,cd隨φd的增加而增大,反之減小。

將不同振次對(duì)應(yīng)的cd和φd分別除以同一破壞應(yīng)變條件下的靜強(qiáng)度指標(biāo)參數(shù)c0和φ0(表4),得到的不同振次下黏聚力和內(nèi)摩擦角歸一化曲線如圖11,擬合公式如式(9)、式(10):

圖11 歸一化強(qiáng)度指標(biāo)曲線Fig.11 Normalized strength index curve

cd/c0=0.96-0.17 lgNf

(9)

φd/φ0=0.92-0.10 lgNf

(10)

由圖11可知,決定系數(shù)R2分別為0.997 7、0.995 9,擬合度較高。

3 結(jié) 論

1)膨脹土軸向累積應(yīng)變隨振次變化關(guān)系可分為穩(wěn)定型和破壞型曲線發(fā)展規(guī)律,動(dòng)應(yīng)力較小時(shí)為穩(wěn)定型,反之為破壞型;基于雙曲線模型修正的累積變形預(yù)測(cè)模型能較好地描述膨脹土累積變形特征,并得到了不同圍壓和動(dòng)應(yīng)力下的擬合參數(shù)值,可根據(jù)擬合參數(shù)取值范圍判別試樣所處的狀態(tài)。

2)隨振次的增加,圍壓50、100、150 kPa下的膨脹土滯回曲線傾斜程度和面積逐漸減小,形狀由飽滿梭形變?yōu)檎獾牧鯒l狀,土體剛度和耗能能力逐漸降低;增大圍壓,滯回曲線逐漸朝動(dòng)應(yīng)力軸方向靠攏,斜率逐漸增大,動(dòng)應(yīng)變減小,土體剛度和耗能能力逐漸增加。

3)膨脹土動(dòng)強(qiáng)度與冪函數(shù)曲線存在較強(qiáng)的相關(guān)性,隨破壞振次的增加,曲線斜率逐漸減小;繪制了破壞振次為20次時(shí)的動(dòng)、靜三軸試驗(yàn)下的應(yīng)力莫爾圓,得到cd=35.9 kPa,φd=4.06°,c0=47.6 kPa,φ0=5.10°;半對(duì)數(shù)坐標(biāo)下的動(dòng)黏聚力cd和動(dòng)內(nèi)摩擦角φd均與lgNf呈線性關(guān)系,cd減小幅度大于φd減小幅度,給出了cd隨φd變化的關(guān)系式,得到了強(qiáng)度指標(biāo)參數(shù)隨lgNf變化的歸一化公式。