黏土地基中自平衡試樁Q-s曲線解析轉(zhuǎn)換方法及模型試驗研究

歐孝奪，白露，呂政凡，江杰，李勝

(1.廣西大學土木建筑工程學院，廣西南寧，530004；2.工程防災(zāi)與結(jié)構(gòu)安全教育部重點實驗室，廣西南寧，530004；3.廣西金屬尾礦安全防控工程技術(shù)研究中心，廣西南寧，530004；4.同濟大學土木工程學院，上海，200092)

自平衡試樁法作為一種新的基樁承載力測試方法，與傳統(tǒng)的堆載法、錨樁法相比，它不需要壓重平臺或錨樁反力裝置，測試可節(jié)省時間、人力、費用，近年來被廣泛應(yīng)用于實際工程中確定單樁極限承載力[1-3]。國內(nèi)外學者對自平衡試樁靜載荷試驗及應(yīng)用進行了大量研究，OSTERBERG[4]于1989年用自平衡試樁試驗對單樁承載力進行研究，之后在歐洲及日本等地區(qū)得到廣泛應(yīng)用。我國龔維明等[5-6]將此法在國內(nèi)開始推廣與實際應(yīng)用，并制定相應(yīng)規(guī)范[7]。

目前，工程中將自平衡試樁測試結(jié)果轉(zhuǎn)換為傳統(tǒng)靜壓試驗Q-s曲線的方法主要為簡化轉(zhuǎn)換法和精確轉(zhuǎn)換法。對于簡化轉(zhuǎn)換法行業(yè)規(guī)范[8]并未對轉(zhuǎn)換系數(shù)有較準確取值，且相關(guān)理論并不完善[9]；而精確轉(zhuǎn)換法則需要實測樁身加載的各微段軸力，增加了試樁的工作量。因此，對自平衡試樁法的荷載傳遞機理進行深入研究，求解一種理論解析轉(zhuǎn)換方法用于自平衡測試確定單樁承載力具有重要意義。熊巨華等[10-11]對樁側(cè)土、樁端土分別采用雙折線、三折線模型并利用荷載傳遞模型推導出自平衡試樁的一種解析轉(zhuǎn)換解，但未考慮上段樁自重抵抗樁端加載的影響。SEOL[12-13]在Mindlin解的基礎(chǔ)上，提出一種考慮耦合側(cè)摩阻力的荷載傳遞方法，對樁土界面的滑移和剪切荷載傳遞進行研究，而對轉(zhuǎn)換方法并沒有進行深入研究。奚笑舟等[14]假定樁側(cè)土符合三折線模型對自平衡試樁上段樁荷載-位移理論解析進行推導，擬合試驗數(shù)據(jù)得到傳遞函數(shù)的相關(guān)參數(shù)，該法并未對下段樁荷載傳遞以及具體轉(zhuǎn)換方法進行推導研究。綜上所述，國內(nèi)外對自平衡試樁理論研究仍有待進一步研究完善。

國內(nèi)外對樁土非線性接觸模型的研究表明，用雙曲線模型可以較好地模擬樁土荷載傳遞[15]，但由于雙曲線函數(shù)求解微分方程比較困難，通常將其假定為折線模型，ZHANG 等[16]采用雙曲線模型模擬樁土傳遞函數(shù)，以雙折線的模型模描述樁端硬化情況，求解出單樁的承載特性彈塑性解。而賀志軍等[17-18]通過大量模型試驗發(fā)現(xiàn)樁周土界面?zhèn)饶ψ枇εc相對位移的規(guī)律可用分段函數(shù)表示，并指出側(cè)摩阻力隨著相對位移增加至極限值后逐漸減小趨于穩(wěn)定。肖宏彬[19]通過對大量樁側(cè)摩阻力測試及靜載試驗得出，硬黏土、結(jié)構(gòu)性黏土層隨著相對位移增大樁側(cè)摩阻力達到峰值后會出現(xiàn)軟化而趨于穩(wěn)定，表明黏土地基中樁側(cè)摩阻力有明顯的軟化特征。

本文作者假定樁側(cè)荷載傳遞模型為軟化三折線模型，樁端土符合彈-塑性模型，考慮上段樁自重的影響，利用荷載傳遞法進行推導上、下段樁Q-s曲線彈塑性發(fā)展規(guī)律的解析解，由自平衡測試結(jié)果擬合得到荷載傳遞函數(shù)相關(guān)模型參數(shù)，代入上述解析公式中，將其轉(zhuǎn)換為傳統(tǒng)靜壓試驗荷載-位移曲線，得到試樁極限承載力。最后設(shè)置傳統(tǒng)靜壓樁和自平衡試樁兩組室內(nèi)模型對比試驗，將本文轉(zhuǎn)換方法與傳統(tǒng)靜壓試驗結(jié)果、簡化轉(zhuǎn)換法和精確轉(zhuǎn)換法結(jié)果進行對比，對本文方法進行驗證，并對該法實用性進行分析。

1 自平衡試樁法基本原理

自平衡法是通過在樁底或樁身平衡點位置預(yù)先埋置荷載箱，利用油泵對荷載箱施壓，使荷載箱對上、下段樁產(chǎn)生相應(yīng)的推力，從而在上段樁側(cè)與土體形成負摩阻力，下段樁側(cè)摩阻力和端承力也開始發(fā)揮作用，對荷載箱加壓直至樁破壞，其作用機理如圖1所示。圖1中，G為上段樁自重，su和sv分別為上、下段樁底的位移，Qu為荷載箱的加載。

圖1 自平衡試樁法原理示意圖Fig.1 Schematic diagram of self-balanced test pile

1.1 荷載傳遞函數(shù)基本微分方程

荷載傳遞法是將樁看作n個彈性微小單元組成，各單元與土體之間的摩阻力作用均采用非線性彈簧表示，如圖2 所示。圖2 中，s(z)為樁身相對位移，q(z)為樁側(cè)摩阻力，ΔLi為樁微段的長度。

圖2 樁土相互作用及荷載傳遞計算模型Fig.2 Calculation models of pile soil interaction and load transfer

由微分單元受力可得

式中：U為樁周長；E和A分別為樁的彈性模量和橫截面積。根據(jù)剪切位移法有

式中：r0為樁半徑；rm為有效影響半徑，在徑向距離rm以外的土體剪切變形可忽略不計，rm=χ1χ2L1(1-νs)，χ1和χ2為土體不均勻程度經(jīng)驗系數(shù)[20]；Gs為樁側(cè)土剪切模量；vs為土體泊松比。

將式(2)代入式(1)可得

令k=k定義為樁土剪切剛度系數(shù)，可得

1.2 樁-土荷載傳遞函數(shù)

假定樁-土界面的側(cè)摩阻力與樁土相對位移之間的關(guān)系符合軟化折線模型，樁端土符合雙折線模型，如圖3 所示。圖3 中，s為樁土界面相對位移，k1,3為上、下段樁土彈性階段剪切剛度系數(shù)，k2,4為上、下段樁土塑性軟化階段剪切剛度系數(shù)，sa,c為上、下段樁土界面彈性極限位移，sb為上段樁塑性軟化階段極限位移，k5與k6為下段樁端抗壓剛度系數(shù)，se為樁端彈性極限位移。

圖3 樁土荷載傳遞函數(shù)模型Fig.3 Pile soil load transfer function model

采用荷載傳遞函數(shù)表達如下：

當上段樁土相對位移s處于0～sa之間時為彈性階段，隨著負摩阻力增大，相對位移在sa～sb為塑性軟化階段，當相對位移大于sb時，樁周土體處于理想塑性階段。對于下段樁，相對位移s處于0～sc之間為彈性階段，當相對位移大于sc時為塑性軟化階段。

2 Q-s曲線解析理論推導

2.1 上段樁荷載傳遞規(guī)律

由于自平衡試驗上段樁身自重一定程度上抵抗樁端加載，因此，對試樁微元平衡推導時應(yīng)計入重力的影響，可得上段樁側(cè)荷載傳遞基本微分方程：

式中：γ為樁體重度。

無論樁土荷載傳遞發(fā)展處于何種階段，均滿足以下邊界條件。

上段樁頂時，

上段樁底時，

式中：Qu和su分別為荷載箱向上的加載及位移。

1)當樁側(cè)土處于全彈性狀態(tài)時，將樁側(cè)傳遞函數(shù)(5)代入式(6)，令=αiL1(其中，i=1，2；L1為上段樁長)；可得微分方程：

解得：

2)當樁側(cè)土處于彈性、塑性軟化共存狀態(tài)時，若樁側(cè)土體發(fā)展出現(xiàn)塑性軟化特征，即k2＜0，表示隨著相對位移的增加，樁側(cè)摩阻力逐漸減小，此時，令代入荷載傳遞函數(shù)得微分方程：

式中：h1為上段樁塑性區(qū)開展長度。

此時，有連續(xù)條件：

解得

Qu和su隨著塑性區(qū)h1的開展，可得Q-s曲線。此外，有

3)當樁側(cè)土處于塑性軟化狀態(tài)時，有

解得：

4)當樁側(cè)土處于塑性軟化、理想塑性共存狀態(tài)時，有

連續(xù)條件為

解得：

式中：

5)當樁側(cè)土處于理想塑性狀態(tài)時，有

解得

2.2 下段樁解析轉(zhuǎn)換法

由于自平衡法試樁下段樁和傳統(tǒng)受壓樁受力相同，下段樁微元受力分析可不考慮重力的影響。當荷載箱施加相同的壓力時，下段樁相對變形較小。假定下段樁樁側(cè)土荷載傳遞符合軟化雙折線模型，同時假定樁側(cè)土先于樁端土進入塑性階段[10]。

1)下段樁側(cè)土處于彈性，樁端土也處于彈性狀態(tài)。

邊界條件為

解得

式中：Qv和sv分別為下段樁加載的荷載及位移。

2)下段樁側(cè)土處于彈性、塑性軟化共存狀態(tài)，樁端土也處于彈性狀態(tài)。

式中：h2為下段樁塑性區(qū)開展長度。

邊界條件為

連續(xù)條件為

解得

式中：

3)下段樁側(cè)土處于塑性軟化狀態(tài)，樁端土仍處于彈性狀態(tài)。

邊界條件為

解得

4)下段樁側(cè)土仍處于塑性軟化狀態(tài)，樁端土處于臨界塑性狀態(tài)。

邊界條件為

解得

5)下段樁側(cè)土仍處于塑性軟化狀態(tài)，樁端土處于塑性狀態(tài)。

邊界條件為

解得

若對于其他土質(zhì)，當擬合不存在塑性軟化階段即k2和k4均為0時，直接進入理想塑性階段解析公式計算，可求解相應(yīng)的sv和Qv。

3 模型參數(shù)確定及轉(zhuǎn)換方法

3.1 模型參數(shù)確定

在均質(zhì)土層中，自平衡試樁解析公式中模型參數(shù)共有10 個。對于上段樁，樁側(cè)摩阻力發(fā)展主要有彈性階段、塑性軟化階段、理想塑性階段，依據(jù)實測結(jié)果按式(10)和(13)可得到上段樁模型參數(shù)。對于下段樁端土抗壓剛度系數(shù)k5，可根據(jù)RANDOLPH 等[20]對彈性半空間基礎(chǔ)解確定初值，其樁側(cè)摩阻力塑性發(fā)展主要經(jīng)過樁側(cè)彈性階段、塑性軟化階段、樁側(cè)塑性軟化樁端彈性階段、樁側(cè)塑性軟化樁端塑性階段，可依據(jù)式(40)計算k5初值，另外，根據(jù)加載實測結(jié)果按式(25)和(29)得到下段樁側(cè)模型參數(shù)。

式中：E為樁端土層的彈性模量；v為樁端土泊松比。

3.2 轉(zhuǎn)換方法

利用自平衡試樁試驗擬合的模型參數(shù)代入前面所提出的荷載傳遞解析方程，從而得到類似于傳統(tǒng)靜載荷試驗Q-s曲線?？紤]到上段樁摩阻力為負摩阻力，對上段樁彈性階段抗剪剛度k1及塑性軟化階段抗剪剛度系數(shù)k2根據(jù)自平衡法試驗規(guī)范[7]進行修正。

式中：η為土層修正系數(shù)，黏土取0.8。將修正后的模型參數(shù)代入2.1中的荷載傳遞解析方程可得上段樁解析轉(zhuǎn)換的Q-s曲線，其中上段樁極限承載力為

式中：qu1為上段樁極限側(cè)摩阻力。

對下段樁而言，利用樁端計算參數(shù)k5，k6和se以及試驗實測曲線擬合得到的k3，k4和sc，可根據(jù)下段樁荷載傳遞解析公式繪制Q-s曲線，其中下段樁極限承載力為

式中：qu2為下段樁側(cè)極限摩阻力；Qb為下段樁端極限承載力，可根據(jù)圖3中樁端土假定模型進行求解。最后利用等荷載法將上、下段樁Q-s曲線轉(zhuǎn)換為傳統(tǒng)單樁靜載受壓試驗的Q-s曲線。

4 方法驗證與分析

本文采用室內(nèi)模型試驗對自平衡試樁靜載試驗和傳統(tǒng)靜壓靜載試驗過程進行模擬，試驗時通過逐級加載至樁身破壞，得到單樁極限承載力[21]。并在樁身粘貼應(yīng)變片獲得樁身內(nèi)力，通過與傳統(tǒng)靜載試驗結(jié)果對比分析，驗證針對黏土地基中自平衡試樁法的準確性，并得出相關(guān)結(jié)論。

4.1 試驗方案

4.1.1 試驗裝置

采用自主研制的室內(nèi)試樁加載裝置對黏土地基中自平衡試樁及傳統(tǒng)靜壓試樁承載特性進行試驗。試驗裝置包括模型箱、模型樁、底座、支架、砝碼和數(shù)據(jù)采集系統(tǒng)，具體布置如圖4所示。

圖4 試驗裝置正面圖Fig.4 Front view of test device

1)模型箱：采用高為880 mm，直徑為580 mm，壁厚為3 mm的鋼桶作為本次試驗的模型箱，模型箱底部加焊3 mm的圓形鋼板，防止夯土導致底部變形。

2)加載裝置：傳統(tǒng)靜壓樁和自平衡試樁法分別通過定滑輪連接繩索懸掛碼籃，初始加載為10 kg碼籃質(zhì)量，往后每級添加5 kg或10 kg砝碼逐級加載。

3)數(shù)據(jù)采集裝置：通過在樁端設(shè)置的LH-S02傳感器精確測量試驗中每加一級荷載，在LHPT600高速顯示儀表面板顯示每級荷載；采用量程為50 mm 的百分表測量樁體位移，用磁性表座固定在頂面和鋼架上；采用TST3822EN 無線靜態(tài)應(yīng)變測試分析系統(tǒng)，對加載過程中樁身應(yīng)變片數(shù)據(jù)進行監(jiān)測。

4.1.2 模型樁制作

試驗?zāi)Ｐ蛡鹘y(tǒng)靜載樁C1和自平衡試樁的上段樁Z1、下段樁Z2均采用外徑為25 mm、壁厚為2 mm 的鋁合金空心管制作。樁身入土深度為670 mm，土體以上長度為30 mm，樁頂下20 mm處一側(cè)開設(shè)10 mm圓孔，用于引出應(yīng)變片連接線。在樁體內(nèi)部粘貼一定數(shù)量的應(yīng)變片時，為防止加載過程中應(yīng)變片受損，將應(yīng)變片粘貼在樁體內(nèi)壁，需要把鋁合金空心管模型樁從中心對半精密剖開，在剖開的模型管樁內(nèi)壁標記應(yīng)變片位置，將應(yīng)變片和接線端子粘貼標記處，并標記每根導線對應(yīng)的應(yīng)變片，每個應(yīng)變片間距均勻設(shè)為50 mm，并對各應(yīng)變片進行編號。試驗采用浙江臺州黃巖測試儀器廠生產(chǎn)的長×寬為4 mm×5 mm 接線端子和BX120-3AA 型應(yīng)變片，如圖5 所示。剖開的模型樁需要使用環(huán)氧樹脂粘結(jié)成樁，同時模型樁兩端采用鑄鐵樁頭封住，另外，為模擬實體樁表面粗糙度，在模型樁表面涂抹一薄層環(huán)氧樹脂，并灑上粒徑為1 mm左右的砂粒。

圖5 應(yīng)變片布置圖Fig.5 Layout of strain gauge

當豎向受荷樁的土體邊界大于單樁半徑的10倍時，可以忽略邊界影響。本次試驗?zāi)Ｐ蜆杜c邊界之間距離大于3倍直徑，計算可知模型樁與邊界間距離滿足邊界效應(yīng)要求。試驗中模型樁在模型箱中的平面布置圖及剖面布置分別如圖6 和圖7所示。

圖6 模型樁布置平面圖Fig.6 Layout plan of model pile

圖7 模型樁布置剖面圖Fig.7 Section of model pile layout

4.1.3 試驗用土

試驗用黏土土樣取自廣西南寧某工地現(xiàn)場，土體經(jīng)過烘干、粉碎，制成含水率為25%的土樣，其相關(guān)物理參數(shù)如表1所示，試驗土樣經(jīng)過人工夯實按每100 mm分層填筑，夯每一層土時，通過測量樁身與重錘線之間距離，檢驗樁體垂直度，以滿足試驗要求。

表1 土樣基本物理參數(shù)Table 1 Basic physical parameters of soil samples

4.2 試驗內(nèi)容

試驗包括2組模型加載工況：第一組對傳統(tǒng)靜壓試樁進行逐級加載，直至試樁破壞；第二組為自平衡試樁進行逐級加載，直至試樁破壞。

4.2.1 樁身模型參數(shù)測量

試驗?zāi)Ｐ蜆秴?shù)包括樁長、樁徑、質(zhì)量、彈性模量，測得各段樁參數(shù)見表2。

表2 樁體彈性模量測試結(jié)果Table 2 Test results of pile elastic modulus

4.2.2 試驗加載方案

試驗采用5 kg或10 kg的砝碼逐級加載，每級加載為預(yù)估極限荷載的1/10。在加載過程中，采用慢速維持加載法，每級荷載持續(xù)1 h，加載后待壓力傳感器儀表盤上數(shù)據(jù)穩(wěn)定后記錄荷載，根據(jù)JGJ/T 403—2017“建筑基樁自平衡靜載試驗技術(shù)規(guī)程”[7]，當荷載或位移達到規(guī)定要求時終止加載。

4.3 試驗結(jié)果及分析

4.3.1 試驗結(jié)果

1) 試樁各級加載及位移。以向上位移為正，向下為負，傳統(tǒng)靜壓樁、自平衡試樁2種工況下模型試驗各級荷載-位移曲線如圖8所示。

圖8 試樁Q-s曲線圖Fig.8 Q-s curves of pile testing

2)樁身軸力分布。

式中：Nij第i級荷載第j段樁身軸力；εij第i級荷載第j段樁身應(yīng)變；E為樁身彈性模量；A為樁體截面面積。

樁身軸力分布如圖9所示。荷載遵循從加載端向遠離端傳遞的規(guī)律，自平衡上段樁從樁底進行加載，荷載自下而上傳遞，軸力離加載點位置越近軸力越大，并向樁頂逐漸衰減，隨著荷載增加，所施加荷載由樁身下部土層承擔逐漸轉(zhuǎn)為上部土層發(fā)揮作用。自平衡試樁、靜壓試樁軸力基本隨荷載呈線性增加，越靠近加載端線型斜率越大，反之，遠離加載端斜率越小，軸力增量越小。從線形疏密程度來看，三者的軸力衰減規(guī)律不同，曲線越疏軸力衰減越大，則該部分土層承擔的荷載較大，上段樁在加載點0～15 cm長度范圍內(nèi)曲線較疏，衰減量為46.67%～60.85%。靜壓試樁中部1/3 樁長曲線較疏，軸力曲線大致呈反“S”型，衰減量為41.26%～45.06%，樁身軸力從加載點至0.55 m土層范圍承擔的荷載較大。

圖9 各級荷載下試樁身軸力分布圖Fig.9 Distribution of axial force of test pile body under different loads

3)樁身側(cè)摩阻力分布。

式中：qij為第i段荷載時第j段樁身側(cè)摩阻力；d為樁直徑；Lj為第j段樁身長度。得到第j段平均側(cè)摩阻力，并把此值作為該段中點處的側(cè)摩阻力，依次連接各中點得到平滑的曲線作為樁身側(cè)摩阻力分布，如圖10所示。

由圖10 可知：自平衡上段樁側(cè)摩阻力分布呈下大上小特征，隨荷載增加，樁身各點側(cè)摩阻力均增大，而側(cè)摩阻力增量從樁身下部往上逐漸減小。自平衡試樁上段樁曲線類似雙曲線形，上段樁側(cè)摩阻力在樁端0.05 m 處出現(xiàn)峰值，隨后出現(xiàn)軟化的特征，在樁底附近樁側(cè)摩阻力呈緩慢增長趨勢，同時下段樁側(cè)摩阻力彈塑性發(fā)展規(guī)律亦出現(xiàn)此特征。傳統(tǒng)靜壓樁側(cè)摩阻力發(fā)揮呈中間大，兩端小的特征。在樁頂位置附近，側(cè)摩阻力最先開始發(fā)揮，達到一定應(yīng)力水平后，樁頂側(cè)摩阻力接近極限值，并出現(xiàn)弱化，隨著荷載增加，樁身中下部土層摩阻力逐漸發(fā)揮。

圖10 各級荷載下試樁身側(cè)摩阻力分布圖Fig.10 Distribution of side friction resistance of test pile body under different loads

4.3.2 等效轉(zhuǎn)換結(jié)果

利用上述試驗數(shù)據(jù)，采用本文解析轉(zhuǎn)換法擬合模型試驗樁側(cè)抗剪剛度系數(shù)及彈塑性位移計算參數(shù)：對上段樁，k1=1 993.465 kPa/m，k2=-106.265 kPa/m，sa=1.6 mm，sb=5.8 mm；對下段樁，k5=235.27 MPa/m，k6=0 MPa/m，se=3.5 mm，k3=1 345.096 kPa/m，k4=-54.792 kPa/m，sc=1.5 mm。將以上模型參數(shù)代入理論解析公式中，得到解析轉(zhuǎn)換法Q-s曲線，與傳統(tǒng)靜壓樁實驗結(jié)果以及自平衡試樁精確轉(zhuǎn)換法、簡化轉(zhuǎn)換法所得結(jié)果對比如圖11 所示。在加載過程中，對于傳統(tǒng)靜壓樁，樁頂累積位移為13.2 mm，加載前期位移隨荷載增加呈緩慢增加，當荷載增加到1 360 N時，位移增量有增大趨勢，繼續(xù)增大1 750 N 時位移達15.0 mm，卸載后回彈量僅為1.8 mm，已超出彈性工作范圍，可判定試樁已發(fā)生破壞，取1 560 N為靜載試樁極限承載力。對本文中自平衡試樁解析轉(zhuǎn)換法，上段樁頂與樁底Q-s曲線發(fā)展趨勢基本相同，在轉(zhuǎn)換Q-s曲線中，當樁位移達到塑性軟化階段sa=1.6 mm 時，加載位移隨荷載增加幅度逐步加快增加，當位移達到理想塑性階段sb=5.8 mm 時，加載位移隨荷載明顯增大?？膳卸ㄔ嚇吨車馏w已達到理性塑性階段，對應(yīng)求得試樁極限承載力為1 575 N。同時，采用精確轉(zhuǎn)換法求得極限承載力為1 592 N，而使用簡化轉(zhuǎn)換時，分別取上、下段樁拐點處對應(yīng)荷載為極限荷載，上、下段樁極限承載力分別為720 N和832 N，以γ=0.82的轉(zhuǎn)換系數(shù)可得承載力為1 710 N。

圖11 自平衡等效轉(zhuǎn)換與傳統(tǒng)靜壓Q-s曲線Fig.11 Equivalent conversion of self-balance and conventional static pressure Q-s curve

綜上分析，相比于簡化轉(zhuǎn)換法，本文提出的針對黏土地基自平衡試驗解析轉(zhuǎn)換法的Q-s曲線效果更好。對單樁承載力而言，本文方法所求解的試樁極限承載力更接近于傳統(tǒng)靜壓試驗和精確轉(zhuǎn)換法所得承載力，而簡化轉(zhuǎn)換結(jié)果偏大，在本次模型試樁試驗中，本文轉(zhuǎn)換方法比簡化轉(zhuǎn)換結(jié)果精度提高約9.6%。

5 結(jié)論

1)通過室內(nèi)模型試驗對本文解析轉(zhuǎn)換方法進行驗證，并與傳統(tǒng)靜壓試驗以及簡化轉(zhuǎn)換法對比發(fā)現(xiàn)，本文解析轉(zhuǎn)換法與傳統(tǒng)靜壓試驗的Q-s曲線結(jié)果吻合效果較好，與精確轉(zhuǎn)換法結(jié)果較接近，可見本文方法有一定的可行性，同時相比簡化轉(zhuǎn)換法所得承載力，其精度有很大提高，證實了本文解析轉(zhuǎn)換法的準確性。

2)本文轉(zhuǎn)換方法具有完整的理論基礎(chǔ)，且能較好地反映自平衡試樁上、下段樁的承載特性以及樁側(cè)摩阻力和樁身軸力分布規(guī)律，具有一定的實用性。且本文自主研發(fā)的自平衡室內(nèi)模型加載試驗具有明確的目的性和針對性、避免了加載點位置、周圍邊界條件等不確定因素產(chǎn)生的試驗誤差，為今后研究非均質(zhì)及特殊土層等情況下樁基承載力模型試驗研究提供試驗基礎(chǔ)。

3)本文對均質(zhì)土層中自平衡試樁荷載傳遞理論解析進行了分析，該方法亦適用多層地基及特殊土層中，可考慮成土層的連續(xù)條件及特殊土的性質(zhì)進行求解，同時設(shè)置多組對比試驗來分析驗證自平衡試樁單樁承載特性，這是下一步需要深入研究的內(nèi)容。