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    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

    2022-03-29 03:14:42歐孝奪白露呂政凡江杰李勝
    中南大學學報(自然科學版) 2022年2期
    關(guān)鍵詞:轉(zhuǎn)換法試樁靜壓

    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。

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