非對稱條件下整體橋H 型鋼樁-土相互作用擬靜力試驗研究

單玉麟，黃福云，羅小燁，張峰，陳寶春

（1.東南大學土木工程學院，江蘇南京 211189；2.福州大學土木工程學院，福建福州 350108）

整體式橋臺無縫橋（簡稱整體橋）是指由上部結構主梁、橋面板以及橋頭搭板和下部結構橋臺、樁基礎連成整體的橋梁［1-2］.不過，在實際工程中，由于臺后填土存在，整體式橋臺臺底樁基礎一般處于不平衡土壓力狀態，同時橋梁修建在邊坡之上或施工過程中樁側有堆載也會使樁基處于不平衡土壓力狀態.另外，整體橋取消伸縮縫后主梁在升降溫時的變形不同也會導致樁頂水平變形的不一致.因此，需開展完全不對稱條件下（土壓力不平衡和加載不一致）整體橋樁基受力性能研究.

目前，大多數學者［3-6］開展的是平衡土壓力狀態下樁-土相互作用的研究，研究表明：平衡土壓力狀態下，樁身水平變形、樁側土抗力和樁身彎矩基本上是對稱的.然而，對于不平衡土壓力的研究主要集中在有縫橋的邊坡和堆載方面.Mezazigh等［7］、Sawwaf［8］和Bouafia 等［9］開展了邊坡下樁-土相互作用的離心機試驗，研究表明：樁基越靠近邊坡，樁身位移和內力越大.Sawant 等［10］和Chae 等［11］采用數值模擬手段研究了邊坡距離對樁基的影響，研究表明：邊坡距離對樁基承載力和樁側土抗力產生顯著的影響.蒯行成等［12］采用ANSYS 有限元軟件研究了堆載作用下軟土參數對接觸應力的影響.陳福全等［13］采用數值分析手段研究了堆載對樁基的影響，研究表明：堆載引起的不平衡土壓力對樁基的變形和內力有明顯影響.對于整體橋樁基受力性能的研究大多集中在完全對稱條件下（土壓力平衡和加載一致）的樁基礎上［14-18］，而對于不平衡土力狀態下樁基受力性能的研究則不多［19-21］.同時，邊坡和堆積荷載下的樁基與整體式橋臺下的樁基在受力性能方面存在顯著差異.其中，邊坡和堆積荷載下的樁基由于土擾動結構造成樁基處于不平衡土壓力狀態，從而對樁基的受力性能產生較大的影響；整體式橋臺下的樁基不僅天然處于不平衡土壓力狀態，而且由于結構擾動土（臺-土相互作用）造成樁頂的水平往復變形不一致.綜上所述，對于不平衡土壓力下整體橋樁基受力性能的研究還不多，而既考慮不平衡土壓力，又考慮非對稱加載下整體橋樁基受力性能的研究則更少.

為此，本文分別開展了完全對稱條件下（土壓力平衡和加載一致）、僅土壓力不平衡（加載一致）和完全不對稱條件下（土壓力不平衡和加載不一致）H 型鋼樁-土相互作用擬靜力試驗研究，著重分析非對稱條件下H型鋼樁基的受力性能.另外，進一步分析對比樁身水平變形、樁側土壓力、樁身應變和彎矩等，為整體橋樁基設計和相關規范的制定提供借鑒和參考.

1 試驗簡介

1.1 試件設計

本次試驗設計制作了3 根H 型鋼樁，其中一根為完全對稱條件下（土壓力平衡和加載一致）整體橋H 型鋼樁，編號為SC-1；一根為僅土壓力不平衡（加載一致）整體橋H 型鋼樁，編號為UC-2；另一根為完全不對稱條件下（土壓力不平衡和加載不一致）整體橋H 型鋼樁，編號為AC-3，如表1 所示.由于本文主要研究非對稱條件下整體橋H 型鋼樁基的受力性能，因此，本文主要對完全不對稱條件下（土壓力不平衡和加載不一致）AC-3試件進行介紹.

表1 SC-1和UC-2和AC-3試驗工況Tab.1 The loading case of SC-1，UC-2 and AC-3

H 型鋼樁的尺寸長度為L=3.21 m，樁寬和樁厚分別為W=217 mm 和B=155 mm，翼緣板和腹板厚分別為t1=6 mm 和t2=10 mm.H 型鋼樁入土深度為Lt=2.90 m，露出土表面長度為L0=0.31 m.H 型鋼樁采用Q235 鋼材，抗壓強度為fcu=215 MPa，屈服強度為fy=238 MPa，彈性模量為E=208 GPa.

1.2 土箱與土體參數

試驗土箱采用長3 m，寬2 m，高4 m，壁厚10 mm的剛性矩形鋼箱，如圖1（a）所示.當樁基距土箱側壁滿足5 倍樁厚距離即可忽略土箱邊界效應的影響［22-24］，如圖1（b）（c）所示.

圖1 土箱和模型俯視圖Fig.1 Soil box and model top view

試驗用砂采用閩江砂土，試驗前先將試件移動到土箱中并固定，然后將25 cm厚的砂土分層填入土箱并夯實，直至填筑完成，最后將土箱底部錨固在實驗室反力地坪上.從土箱壓實的砂土中，環刀取多個試樣，在室內測量砂土的參數，測得該砂屬于稍密砂，其中，密度為1.50 g∕cm3，相對密度為53%，內摩擦角為35°，含水量為1.3%，孔隙比為0.59，黏聚力為0 kPa，平均標準貫入度為11.

1.3 測點布置

SC-1、UC-2和AC-3試件均布置有土壓力計、應變片和位移計.以下以AC-3試件為典型對測點布置進行介紹.對于土壓力計的布置，在H型鋼樁腹板兩側對稱布置12 對土壓力計，共計24 個，從土表面開始間距為200 mm 和350 mm 交叉布置，編號為T1～T24，如圖2（a）所示；對于應變片的布置，在H 型鋼樁翼緣板對稱的布置13 對應變片，共計26 個，從土表面開始間距為200 mm，編號為S1～S26，如圖2（b）所示；對于位移計的布置，在H 型鋼樁樁側布置了11 個位移計，從土表面開始間距為200 mm 和600 mm，編號為D1～D11，如圖2（c）所示.

圖2 AC-3試件傳感器布置（單位：mm）Fig.2 Sensor layout of AC-3 specimen（unit：mm）

1.4 試驗加載工況

1.4.1 非平衡土壓力的施加

SC-1 模型樁基兩側土體高度一致，均為3 m，如圖3（a）所示；UC-2 和AC-3 模型樁基兩側高度分別為4 m 和3 m，形成1 m 高的不平衡土壓力的狀態，如圖3（b）所示.擋土裝置采用傳統的砂袋和鋼板，如圖3（c）所示.

圖3 非對稱條件設計（單元：mm）Fig.3 The design of asymmetrical condition（Unit：mm）

1.4.2 非對稱位移荷載的施加

實橋監測［25-29］和室內模型［19-21］試驗表明，降溫時主梁引起的樁頂位移量通常大于升溫時的.因此，為簡化起見，本文的非對稱位移荷載的施加分別假定樁基升溫時的最大加載位移為+3 mm，降溫時的最大加載位移為-10 mm.其中，正向依次采用+0.2 mm、+0.4 mm、+0.6 mm、+0.8 mm、+1.0 mm、+2.0 mm、+2.5 mm 和+3.0 mm加載；負向依次采用-1.0 mm、-2.5 mm、-4.0 mm、-5.0 mm、-6.0 mm、-8.0 mm、-9.0 mm和-10.0 mm加載.

1.5 加載制度與裝置

整體橋主梁在溫度作用下將產生水平往復變形.這些往復變形由主梁向兩端的橋臺及臺底樁基礎傳遞，引起復雜的結構-土相互作用.目前，對于整體橋主梁在溫度荷載作用下的水平往復變形主要通過電液伺服加載系統控制樁頂的水平變形來體現.

因此，試驗加載制度均采用位移荷載控制.其中，對稱加載按照2 mm、5 mm、8 mm 及10 mm 施加樁頂位移，如圖4（a）所示；非對稱加載按照1.4.2 節施加，如圖4（b）所示；加載頻率為1 Hz，每級荷載循環3 次，且每級加載持荷30 s.試驗加載裝置采用福州大學MTS 電液伺服加載系統施加循環往復加載，如圖4（c）所示.本文定義樁后側方向為正方向；樁前側方向為負方向.如無特殊說明，均取每級荷載的第2次循環的試驗結果進行分析.

圖4 試驗加載制度和加載裝置（單位：mm）Fig.4 Loading scheme and devise（unit：mm）

2 試驗結果分析

由于本文主要研究完全不對稱條件下（土壓力不平衡和加載不一致）整體橋H 型鋼樁基的受力性能，因此，以下將著重介紹完全不對稱條件下AC-3試件的試驗結果，而對SC-1 和UC-2 試件僅進行比較.

2.1 樁身水平變形分析與影響因素

2.1.1 AC-3試件樁身水平變形分析

圖5 為AC-3 試件沿深度方向的樁身水平變形分布規律.

圖5 AC-3試件樁身水平變形分布規律Fig.5 Distribution law of horizontal deformation of AC-3 specimen

由圖5（a）可知，正向加載時，AC-3 試件樁身水平變形沿埋深方向先減小至零，接著反向增加至最大后減小至樁底.在埋深0～0.2 m（0.0B～1.3B，B為H型鋼樁樁厚）處，樁身水平變形沿埋深方向逐漸減小；在埋深0.2～0.6 m（1.3B～3.9B）處，反向增大至最大，最大值為-3.24 mm，超過了樁頂的最大水平變形（2.68 mm）；在埋深0.6～2.9 m（3.9B～18.7B）處，逐漸減小.由圖5（b）可知，負向加載時，AC-3試件樁頂水平變形最大，而樁身水平變形沿埋深方向逐漸減小，在埋深2.4 m（15.5B）處略有反向，其與傳統的樁基水平變形分布規律相同［16-18］.

比較圖5（a）（b）可知，AC-3 試件正向與負向加載時的樁身水平變形存在顯著的差異.如正向加載時，除樁頂區域產生與加載方向一致（朝正向）的變形外，大部分樁身產生朝負向的變形；而負向加載時樁身均基本產生朝負向的變形.其原因是正向土壓力大于負向，在水平位移荷載反復作用下，樁基會不斷向土壓力小的一側（負向）撓曲變形，從而使樁基產生了朝負向的整體累積變形.另外，正向加載時，AC-3 試件樁身最大水平變形發生在埋深0.6 m（3.9B）處，而負向加載時樁身最大水平變形發生在樁頂處.

2.1.2 不同條件下各試件樁身水平變形影響分析

1）不平衡土壓力影響.

圖6 給出了考慮不平衡土壓力影響下，SC-1 和UC-2 試件沿深度方向的樁身水平變形分布規律的比較.

圖6 SC-1和UC-2試件樁身水平變形分布規律的比較Fig.6 Comparison on distribution law of horizontal deformation of SC-1 and UC-2 specimens

由圖6（a）可知，正向加載位移+2.0 mm 時，由于不平衡土壓力的影響，SC-1 和UC-2 試件樁身水平變形存在顯著的差異.如SC-1模型樁身水平變形沿埋深方向逐漸減小；UC-2 試件的樁身水平變形沿埋深先減小至零，接著反向增大至最大后減小至樁底.通過比較還可知，SC-1 試件的樁身最大水平變形發生在樁頂處，而UC-2試件的樁身最大水平變形發生在埋深0.6 m（3.9B）處.

由圖6（b）可知，負向加載位移-5.0 mm 時，SC-1和UC-2試件樁身水平變形分布規律基本相似.但由于不平衡土壓力的影響，UC-2 試件的樁身水平變形整體上略大于SC-1試件.

2）非一致加載影響分析.

圖7 給出了考慮非一致加載影響下，UC-2 和AC-3 試件沿深度方向的樁身水平變形分布規律的比較.

圖7 UC-2和AC-3試件樁身水平變形分布規律的比較Fig.7 Comparison on distribution law of horizontal deformation of UC-2 and AC-3 specimens

由圖7 可知，正負向加載時，AC-3 和UC-2 試件的樁身水平變形分布規律基本相似.但由于非一致加載的影響，AC-3 試件的樁身水平變形小于UC-2試件.正向加載位移+2.0 mm 時，AC-3 和UC-2 試件的負向最大累積變形分別為-1.59 mm 和-1.98 mm；前者是后者的0.8倍.

3）不平衡土壓力和非一致加載綜合影響分析.

圖8 給出了考慮不平衡土壓力和非一致加載影響下，SC-1 和AC-3 試件沿深度方向的樁身水平變形分布規律的比較.

圖8 SC-1和AC-3試件樁身水平變形分布規律的比較Fig.8 Comparison on distribution law of horizontal deformation of SC-1 and AC-3 specimens

由圖8（a）可知，正向加載位移為+2.0 mm 時，由于不平衡土壓力和非一致加載的綜合影響，SC-1 和AC-3試件的樁身水平變形存在顯著的差異.如在埋深0.0～0.3 m（0.0B～1.9B）內，SC-1 和AC-3 試件的樁身水平變形均與加載方向相同；在埋深0.3～1.6 m（1.9B～10.3B）內，AC-3 試件產生朝負向的整體累積變形，而SC-1 試件樁身水平變形仍與加載方向相同；在埋深1.6～2.9 m（10.3B～18.7B）內，兩試件樁身變形均與加載方向相反.

由圖8（b）可知，負向加載位移為-5.0 mm 時，SC-1 和AC-3 試件樁身水平變形分布規律基本相似.通過比較還可知，在埋深0.0～1.6 m（0.0B～10.3B）內，AC-3 試件樁身水平變形小于SC-1 試件；在埋深超過1.6 m（10.3B）處，兩試件樁身水平變形相差不大.

2.2 樁側土抗力分析與影響因素

2.2.1 AC-3試件樁側土抗力分析

圖9 為AC-3 試件沿深度方向的樁側土抗力分布規律.由圖可知，正負向加載時，AC-3試件樁側土抗力均沿埋深方向先增大后減小至零，接著反向變化.

圖9 AC-3試件樁側土抗力分布規律Fig.9 Distribution law of soil resistance of AC-3 specimen

由圖9（a）可知，正向加載時，在埋深0.0～0.6 m（0.0B～3.9B）內，AC-3 試件樁側土抗力沿埋深方向逐漸增至最大；在埋深0.6～1.75 m（3.9B～11.3B）內，逐漸減小；在埋深超過1.75 m（11.3B）處，反向變化.由圖9（b）可知，負向加載時，AC-3 試件樁側土抗力分布規律與正向加載時的基本相似.

比較圖9（a）（b）可知，由于不平衡土壓力的存在，AC-3 試件正向加載時的樁側土抗力顯著大于負向加載時.如正向加載位移為+3.0 mm 時，樁側最大土抗力為57.25 kPa，對應埋深為0.6 m（3.9B）；負向加載位移為-10 mm 時，樁側最大土抗力為23.08 kPa，對應埋深為0.8 m（5.2B）.前者的樁側最大土抗力為后者的2.5倍，且前者的樁側最大土抗力對應埋深稍淺于后者.

2.2.2 不同條件下各試件樁側土抗力影響分析

1）不平衡土壓力影響.

圖10給出了考慮不平衡土壓力影響下，SC-1和UC-2 試件沿深度方向的樁側土抗力分布規律的比較.

圖10 SC-1和UC-2試件樁側土抗力分布規律的比較Fig.10 Comparison on distribution law of soil resistance of SC-1 and UC-2 specimens

由圖10（a）可知，正向加載位移+2.0 mm時，由于不平衡土壓力的影響，UC-2 試件的樁側土抗力顯著大于SC-1 試件.UC-2 和SC-1 試件的樁側最大土抗力分別為30.73 kPa 和8.30 kPa，前者是后者的3.7倍；另外，UC-2 試件的樁側最大土抗力對應埋深稍大于SC-1試件.

由圖10（b）可知，負向加載位移-5.0 mm 時，在埋深0.0～0.6 m（0.0B～3.9B）內，UC-2 試件的樁側土抗力小于SC-1 試件；在埋深超過0.6 m（3.9B）處，UC-2 試件的樁側土抗力大于SC-1 試件.另外，UC-2 和SC-1 試件的樁側最大土抗力相差不大，但前者樁側最大土抗力對應埋深較深.

2）非一致加載影響分析.

圖11 給出了考慮非一致加載影響下，UC-2 和AC-3試件沿深度方向的樁側土抗力分布規律的比較.

圖11 UC-2和AC-3試件樁側土抗力分布規律的比較Fig.11 Comparison on distribution law of soil resistance of UC-2 and AC-3 specimens

由圖11（a）可知，正向加載位移+2.0 mm時，由于非一致加載的影響，AC-3 和UC-2 試件樁側土抗力存在略微的不同.在埋深0.0～0.6 m（0.0B～3.9B）內，AC-3 試件的樁側土抗力小于UC-2 試件；在埋深超過0.6 m（3.9B）處，AC-3試件的樁側土抗力大于UC-2 試件.從圖11（b）可知，負向加載位移-5.0 mm 時，由于非一致加載的影響，AC-3 試件的樁側土抗力整體上小于UC-2試件.

3）不平衡土壓力和非一致加載綜合影響分析.

圖12 給出了考慮不平衡土壓力和非一致加載影響下，SC-1 和AC-3 試件沿深度方向的樁側土抗力分布規律的比較.

圖12 SC-1和AC-3試件樁側土抗力分布規律的比較Fig.12 Comparison on distribution law of soil resistance of SC-1 and AC-3 specimens

由圖12（a）可知，正向加載位移為+2.0 mm時，由于臺后填土（不平衡土壓力）的存在，AC-3 試件的樁側土抗力顯著大于SC-1 試件.如AC-3 試件的樁側最大土抗力為46.44 kPa，SC-1 試件的樁側最大土抗力為8.30 kPa，前者的樁側最大土抗力為后者的5.6倍.另外，AC-3 試件的樁側最大土抗力對應埋深較深.

由圖12（b）可知，負向加載位移-5.0 mm 時，由于非一致加載的影響，AC-3 試件的樁側土抗力整體上小于SC-1試件.

2.3 樁身應變和彎矩分析與影響因素

2.3.1 AC-3試件樁身應變和彎矩分析

樁身應變分布規律可直接由布置在兩翼緣的應變片得到.同時，根據平截面假定，可由實測應變反算得到樁身彎矩M（z），計算公式如下：

式中：E為混凝土彈性模量；I是截面慣性矩；εt（z）和εc（z）分別為埋深z米處H 型鋼樁拉、壓應變；B為H型鋼樁樁厚.

圖13 為AC-3 試件沿深度方向的樁身拉、壓應變和彎矩分布規律.由圖13 可知，正負向加載時，AC-3 試件的樁身拉、壓應變和彎矩均沿埋深方向先增大后減小，與傳統樁基樁身拉、壓應變分布規律［16-18］基本相同.

圖13 AC-3試件樁身應變和彎矩分布規律Fig.13 Distribution law of strain and bending moment of AC-3 specimen

由圖13（a）可知，正向加載時，AC-3試件的樁身拉、壓應變對稱且處于彈性范圍內.如正向加載時樁身最大拉、壓應變分別為247.50 με和-242.56 με.但樁身最大拉、壓應變的對應埋深略有不同，其中，最大拉應變對應埋深為1.0 m（6.5B），最大壓應變對應埋深為1.2 m（7.7B）.由圖13（b）可知，負向加載時，AC-3 試件的樁身拉、壓應變也對稱且處于彈性范圍內.其中，最大拉、壓應變分別為217.63 με和-212.96 με；對應埋深均為1.2 m（7.7B）.

比較圖13（a）（b）可知，AC-3試件正向加載時的樁身應變和彎矩顯著大于負向加載，也是因為正向土壓力大于負向土壓力.正向加載位移為+3.0 mm時，樁身最大彎矩為3.69 kN·m，負向加載位移為-10 mm 時，樁身最大彎矩為3.44 kN·m.前者的樁側最大彎矩為后者的1.1 倍.因此，整體橋升溫時樁基的內力要大于降溫時.

2.3.2 不同條件下各試件樁身彎矩影響分析

由式（1）可知，樁身應變和彎矩是等效的.因此，

2.3.2 節僅對樁身彎矩進行比較.

1）不平衡土壓力影響.

圖14給出了考慮不平衡土壓力影響下，SC-1和UC-2 試件沿深度方向的樁身彎矩分布規律的比較.由圖14 可知，正負向加載時，由于不平衡土壓力的影響，UC-2 試件的樁身最大彎矩顯著大于SC-1 試件.因此，在今后的整體橋樁基設計中，應考慮臺后堆載（不平衡土壓力）對整體橋樁基內力的影響.

由圖14（a）可知，正向加載位移+2.0 mm時，在埋深0.0～1.4 m（0.0B～9.0B）內，UC-2 試件的樁身彎矩大于SC-1 試件；在埋深超過1.4 m（9.0B）處，兩試件的樁身彎矩相差不大.另外，UC-2 試件樁身最大彎矩為1.60 kN·m，其對應埋深為1.0 m（6.5B）；SC-1 試件樁身最大彎矩為1.06 kN·m，其對應埋深為0.7 m（4.5B），前者樁身最大彎矩是后者的1.5 倍，且前者對應埋深較深.

圖14 SC-1和UC-2試件樁身彎矩分布規律的比較Fig.14 Comparison on distribution law of bending moment of SC-1 and UC-2 specimens

由圖14（b）可知，負向加載位移-5.0 mm 時，UC-2 試件的樁身彎矩整體上大于SC-1 試件.如UC-2和SC-1 試件樁身最大彎矩分別為3.01 kN·m 和2.11 kN·m，前者是后者的1.4 倍.另外，UC-2 和SC-1 試件樁身最大彎矩對應埋深分別為1.0 m（6.5B）和1.4 m（9.0B），前者對應埋深較淺.

2）非一致加載影響分析對應.

圖15 給出了考慮非一致加載影響下，UC-2 和AC-3試件沿深度方向的樁身彎矩分布規律的比較.

由圖15（a）可知，正向加載位移+2.0 mm時，由于非一致加載的影響，AC-3 試件的樁身彎矩顯著大于UC-2 試件.正向加載時，AC-3 和UC-2 試件的最大樁身彎矩分別為2.47 kN·m 和1.61 kN·m，前者是后者的1.5 倍.另外，AC-3 和UC-2 試件樁身最大彎矩的對應埋深分別為1.2 m（7.7B）和0.8 m（5.2B），前者對應埋深較深.

圖15 UC-2和AC-3試件樁身彎矩分布規律的比較Fig.15 Comparison on distribution law of bending moment of UC-2 and AC-3 specimens

由圖15（b）可知，負向加載位移-5.0 mm 時，由于非一致加載的影響，AC-3 試件的樁身彎矩遠小于UC-2 試件.另外，AC-3 試件的樁身最大彎矩為2.03 kN·m，其對應埋深為1.2 m（7.7B）；UC-2試件的樁身最大彎矩為3.01 kN·m，其對應埋深為1.0 m（5.2B）.前者樁身最大彎矩是后者的0.7倍，且前者最大彎矩對應埋深較深.

綜上所述，非一致加載對整體橋樁基的內力產生較大的影響，在今后的樁基設計中應考慮“整體橋主梁在升降溫時產生的變形不同導致樁頂的邊界條件不一致”的問題.

3）不平衡土壓力和非一致加載綜合影響分析.

圖16 給出了考慮不平衡土壓力和非一致加載影響下，SC-1 和AC-3 試件沿深度方向的樁身彎矩分布規律的比較.

圖16 SC-1和AC-3試件樁身彎矩分布規律的比較Fig.16 Comparison on distribution law of bending moment of SC-1 and AC-3 specimens

由圖16（a）可知，正向加載位移+2.0 mm時，由于不平衡土壓力和非一致加載的綜合影響，AC-3 試件的樁身彎矩顯著大于SC-1 試件.AC-3 試件的樁身最大彎矩為2.47 kN·m，SC-1 試件的樁身最大彎矩為1.05 kN·m，前者是后者的2.4 倍.另外，AC-3 和SC-1 試件的樁身最大彎矩分別位于埋深1.2 m（7.7B）處和0.7 m（4.5B）處，前者對應埋深較深.

由圖16（b）可知，負向加載位移-5.0 mm 時，由于不平衡土壓力和非一致加載的綜合影響，AC-3 和SC-1試件的樁身彎矩存在一定的差異.在埋深0.0～1.75 m（0.0B～11.3B）內，AC-3 試件的樁身彎矩小于SC-1 試件；在埋深1.75～2.9 m（11.3B～18.7B）內，AC-3 試件的樁身彎矩大于SC-1 試件.另外，AC-3試件的樁身最大彎矩為2.03 kN·m，其對應埋深為1.2 m（7.7B）；SC-1 試件的樁身最大彎矩為2.13 kN·m，其對應埋深為1.4 m（9.0B）；前者最大樁身彎矩為后者的0.95倍，且前者對應埋深較淺.

3 結論

本文分別開展了完全對稱條件下（土壓力平衡和加載一致）、僅土壓力不平衡（加載一致）和完全不對稱條件下（土壓力不平衡和加載不一致）H 型鋼樁-土相互作用擬靜力試驗研究，分析對比了樁身水平變形、樁側土抗力、樁身應變和彎矩等，得出主要結論如下：

1）完全不對稱條件下，正負向加載時的樁身水平變形存在顯著的差異.

2）完全不對稱條件下，正向加載時的樁側土抗力和樁身彎矩顯著大于負向加載時.

3）不平衡土壓力或非一致加載對樁身水平變形、樁側土抗力和樁身彎矩產生顯著的影響.

4）不平衡土壓力使樁基產生朝負向的累積變形，并增大樁側土抗力和樁身彎矩.

5）正向非一致加載將減小樁身水平變形，但會增大樁側土抗力和樁身彎矩；負向非一致加載使樁身水平變形、樁側土抗力和樁身彎矩均減小.

由于試驗條件所限，本文主要結論僅適用于整體橋主梁在溫度荷載作用下引起的水平往復變形在10 mm范圍內的H型鋼樁基的受力性能，超過10 mm后的非線性受力性能還有待進一步研究.