第四系地層預應力混凝土管樁承載性狀現場試驗研究

閆楠，孫淦，袁炳祥，范清厚，岳志興，桑松魁，李方強，孫建文，白曉宇

(1. 青島理工大學 土木工程學院，山東 青島，266520；2. 廣東工業大學 土木與交通工程學院，廣東 廣州，510006；3. 中國二冶集團有限公司，內蒙古 包頭，014010；4. 山東電力建設第三工程有限公司，山東 青島，266037；5. 山東省核工業二四八地質大隊，山東 青島，266041)

通過先張法預應力工藝和離心成型法制成的預應力混凝土管樁(PC 管樁)，因其具有單樁承載力高、成樁質量高、施工簡單、造價低廉及施工污染小等優點，被大量應用于工業與民用建筑等領域[1-2]。近年來，PC管樁的承載力問題也引起了眾多學者的關注。諸多學者通過現場試驗[3-5]和理論研究[6-9]等方法對PC 管樁的承載力問題開展研究，并取得了諸多成果。蔡健等[10]基于靜載試驗對軟土地基中PHC管樁的豎向承載特性開展研究，探討了基樁極限承載力的影響因素，但僅針對樁長和樁身強度展開試驗，未考慮樁徑和樁周土對單樁承載性能的影響。CHEN等[11]通過建立力學模型，提出了計算PC管樁豎向承載力的新方法，并驗證了該方法的可行性，進一步完善了單樁承載力的預測方法。董全楊等[12]使用ABAQUS 軟件模擬分析了帶肋PC管樁的承載性能，并將模擬結果與試驗結果進行對比，為提高PC管樁的承載力提供了新思路。丁昕[13]結合實際工程分析了影響PC管樁抗壓、抗拔及水平承載力的因素，提出了相應的提升承載力的處理措施。張鶴年等[14]基于PHC 管樁單樁水平靜載試驗，對水平荷載作用下樁的承載特性進行分析，發現水平荷載作用下PHC 管樁的受力性質主要受上部土層影響，樁徑對樁頂位移的影響最大。侯勝男等[15]基于水平靜載試驗結果和數值模擬結果，研究了PC管樁在水平荷載作用下的受力特性，提出了不同變形要求下PC管樁的水平承載力判定標準，但該方法尚未結合地基土水平抗力系數比例系數m對單樁水平承載力進行分析。LUO 等[16]通過循環載荷試驗對樁的側向位移進行分析，發現m僅適用于計算直線和小變形下樁的側向位移，但未對m的取值問題進行深入探討。施峰等[17]通過現場靜載試驗與規范推薦的計算方法進行比較，討論了PHC 管樁水平承載力的取值問題，揭示了上覆填土層的力學性質對PHC 管樁水平承載性能的影響機制，同時對m的取值進行了研究。

綜上所述，目前對PC 管樁的承載特性已經開展了部分研究，但大部分研究僅針對PC管樁豎向抗壓承載力、豎向抗拔承載力及水平承載力中的某一種展開試驗研究，并且鮮有將試驗結果與相關規范中的取值標準進行對比分析，缺乏在相同試驗場地同時進行PC管樁抗壓、抗拔、水平承載性能的系統研究。鑒于此，本文作者通過印尼地區15根PC管樁的單樁豎向抗壓、豎向抗拔及單樁水平靜載試驗，結合現行規范討論PC管樁單樁承載力的取值問題；采用指數曲線模型對PC管樁的荷載-沉降曲線(Q-s曲線)進行擬合分析，預測其豎向抗壓極限承載力，對地基土水平抗力系數的比例系數m的取值問題進行探討，從而揭示PC管樁的承載機制。

1 試驗概況

瑪拉札瓦2×27.5 MW 燃煤電站位于印尼東加里曼丹省瑪拉札瓦地區，地處三馬林達及港口城市巴厘巴板之間，是瑪拉札瓦地區的重要基礎設施建設項目。試驗場地的土層結構相對簡單，主要為第四系淤泥質黏土、粉細砂和粉質黏土，各土層的物理力學指標如表1所示。其中試樁均采用開口PC管樁，打樁采用錘擊施工工藝。

表1 巖土層物理力學參數Table 1 Physical and mechanical parameters of rock and soil layers

2 試驗方案

針對該項目的場地地層情況，擬采用單樁豎向抗壓靜載試驗、單樁豎向抗拔靜載試驗及單樁水平荷載試驗分別對PC 管樁的豎向抗壓承載力、豎向抗拔承載力、水平承載力以及破壞特性進行研究。所有試樁在進行試驗之前均進行低應變動力測試，根據實測得到的反射波時域曲線進行分析，發現各試樁樁端反射信號清晰，樁身結構完整，均為Ⅰ類樁，滿足現場試驗要求。為避免單樁試驗對其他試樁產生影響，控制樁間距不小于樁徑的6 倍，各試樁的參數見表2，試樁區域平面位置圖、A區樁位平面布置圖及樁周主要土層情況分別見圖1、圖2 及圖3，其余各試樁區的試樁布置圖與試樁A區的相同，且部分試樁區僅取其中2根試樁進行試驗。

圖1 試樁區域平面位置示意圖Fig. 1 Plane location diagram of test pile area

圖2 A區樁位平面布置圖Fig. 2 Layout plan of pile location in A area

圖3 試樁樁周土層情況Fig. 3 Soil layer around test pile

2.1 單樁豎向抗壓靜載試驗

對試樁SZ-01～SZ-08進行單樁豎向抗壓荷載試驗。試驗采用壓重平臺反力系統，通過在反力平臺堆放砂袋提供荷載，使用千斤頂配合電動油泵施加各級荷載，千斤頂采用6 300 kN 和3 200 kN這2種規格，安裝時確保千斤頂中心與試樁軸線重合。使用正方形鋼板作為沉降測定平面固定在樁頂，測定平面中軸線與試樁軸線重合，在測定平面4角等距布置4個位移傳感器，用于監測試樁每級加載后的沉降量，保證位移傳感器垂直于測定平面。試驗加載采用慢速維持荷載法，分級等量進行加載，根據預估的基樁豎向抗壓極限承載力確定每級荷載施加值，首次加載取分級荷載的2倍，之后分級等量加載，每級荷載之間按規范要求持荷一定時間。卸載同樣采用分級進行，每級卸荷量取加載時分級荷載的2 倍，逐級等量卸載；卸載至零后，測讀樁頂殘余沉降量。試驗具體操作依據 JGJ 106—2014《建筑樁基檢測技術規范》[18](以下簡稱《規范》)的相關規定執行。

2.2 單樁豎向抗拔靜載試驗

對試樁SZ-09～SZ-11進行單樁豎向抗拔靜載試驗。試樁采用反力梁系統加載，將試樁的主筋焊接在鋼筒上，通過轉換鋼筋連接至千斤頂上的反力塊，安裝千斤頂時確保其軸心與反力塊和試樁的軸心重合，以保證加載過程不會出現偏心軸力，試樁所用千斤頂量程均為3 200 kN。在整個反力系統中，需盡量保證每根鋼筋均勻受力，焊縫完好。將4個位移傳感器等間距安裝在距樁頂約30 cm的樁周，用于監測每級加載下試樁的沉降量，傳感器支座安裝在水平鋼梁上，并確保鋼梁不接觸試樁與加載裝置，加載方式與單樁豎向抗壓靜載試驗的加載方式相同。試驗加載、卸載、上拔量測讀、終止加載條件等均按《規范》[18]執行。

2.3 單樁水平靜載試驗

對試樁SZ-12～SZ-15 進行單樁水平荷載試驗。本次試驗擬采用單向多循環加卸載法，使用鄰近土層提供反力，通過傳力桿和1 臺500 kN 千斤頂配合電動油泵施加各級水平荷載，2個位移傳感器分別固定在力作用點及力作用點以上50 cm 的位置，用于監測每級荷載下試樁的水平位移，用精度0.4級標準壓力表測量水平荷載，在傳力桿與試樁接觸處安裝球鉸支座，保證千斤頂施加的荷載作用于樁身軸線。每級加荷量由觸探結果和土層力學參數進行預估。每級荷載施加后，維持荷載4 min 測讀水平位移，然后卸載至零，停2 min 測讀殘余水平位移，至此完成1個加卸載循環。如此循環5 次，便完成一級荷載的施加和水平位移觀測。單樁水平靜載試驗均在天然狀態、樁頂無荷載的情況下進行。本試驗水平位移的測量及終止加載的條件均按《規范》[18]中的相關規定執行。單樁水平靜載試驗加載系統見圖4。

圖4 水平靜載試驗現場照片Fig. 4 Horizontal static load test site photo

3 試驗結果與分析

靜載試驗能夠為確定試樁豎向極限承載力、評價試樁變形及分析試樁破壞特征提供有力的依據。對于試樁水平承載性能的判定，則需要通過單樁水平荷載試驗所得的H-t-Y0曲線來確定，并結合基于彈性地基反力法的m法，繪制出H-m和Y0-m曲線來進一步分析。

3.1 單樁抗壓靜載試驗

3.1.1 單樁抗壓靜載試驗結果分析

各試樁的Q-s曲線如圖5所示，單樁豎向抗壓極限承載力根據規范[18]推薦的方法確定。由圖5可知：試樁SZ-01、SZ-02、SZ-03、SZ-06 及SZ-08的Q-s曲線在加載初期呈緩變型發展，隨著樁頂荷載的增加，曲線出現陡降段；試樁SZ-06的Q-s曲線隨著樁頂荷載的逐漸增加，沉降速率基本保持不變，其余試樁的沉降速率逐漸增加；對于試樁SZ-01，當樁頂荷載加載至2 160 kN 時，樁頂最大沉降量達到41.83 mm，且此時樁頂沉降比前一級荷載作用下沉降量大5倍，曲線發生明顯陡降，由此確定試樁SZ-01 的單樁豎向抗壓極限承載力為1 980 kN，其余破壞試樁的Q-s曲線與試樁SZ-01的類似；試樁SZ-02 卸載后樁頂回彈率為66.04%，試樁彈性工作性能良好，樁體未發生明顯破壞，其余試樁的樁頂荷載卸載后，沉降回彈率在30%左右，試樁彈性性能不明顯。對于試樁SZ-04、SZ-05與SZ-07，其Q-s曲線均呈緩變型，且3根試樁隨著樁頂荷載的增加，沉降量的變化趨勢基本保持不變，3根試樁回彈率均在65%以上，試樁的彈性性能良好；由于樁身材質及試驗器材的限制，3根試樁并未發生破壞，所以，取最大加載量作為其單樁極限抗壓承載力。各試樁具體靜載試驗結果見表3。

圖5 單樁豎向抗壓靜載試驗Q-s曲線Fig. 5 Q-s curves of single pile vertical compressive static load test

表3 單樁抗壓靜載試驗結果Table 3 Single pile compressive static load test results

與試樁SZ-01～SZ-04 相比：試樁SZ-01～SZ-03的樁周土層主要為軟黏土，試樁SZ-04的樁周主要為粉細砂，通過試樁的Q-s曲線可得，試樁SZ-04的單樁豎向抗壓極限承載力明顯比其余3根試樁的大，說明樁側摩阻力對單樁豎向抗壓承載力有較大的影響。試樁SZ-04 和SZ-05 的持力層均為密實粉細砂，但試樁SZ-04的Q-s曲線更平緩，承載能力更強，說明在持力層基本相同的情況下，樁徑越大，單樁豎向抗壓承載力越高。試樁SZ-07比試樁SZ-06具有更高的豎向抗壓承載力，說明樁長對單樁豎向抗壓承載力也具有較大的影響；試樁SZ-06 的單樁豎向抗壓極限承載力明顯比試樁SZ-08的大，說明樁端持力層的力學性質與樁長相比，持力層的力學性質對單樁豎向抗壓承載力的影響更加顯著。

3.1.2 單樁豎向抗壓極限承載力預測模型

單樁豎向抗壓極限承載力對樁基設計、工程造價等問題有較大影響，因此，準確確定單樁豎向抗壓極限承載力十分重要。在實際工程中進行單樁靜載荷試驗時，一般取單樁承載力特征值的2倍作為試驗中最大荷載加載值。在實際操作中，試樁不可能全部加載至破壞狀態，往往不能得到準確的單樁豎向抗壓極限承載力。本文擬通過現場的靜載試驗與可靠的數學模型對PC管樁單樁豎向抗壓極限承載力進行預測，將得到的預測結果與試驗結果進行對比，驗證預測模型的準確性與可行性，這對確定單樁極限承載力具有重要意義。

采用指數曲線模型、雙曲線模型以及調整雙曲線模型預測單樁豎向抗壓極限承載力，并對各種數學模型的預測結果進行對比，分析結果見表4。經綜合考慮，最終選用更適合本試驗地質情況的指數曲線模型，預測曲線見圖6和圖7。

圖6 破壞試樁Q-s預測曲線Fig. 6 Q-s prediction curves of failure test pile

圖7 未破壞試樁Q-s預測曲線Fig. 7 Q-s prediction curves of undamaged test piles

1) 指數曲線模型。通過對試樁加載過程分析，隨著荷載的增加，樁的承載性狀由荷載較小時的彈性階段逐漸發展到彈塑性階段，最后樁頂荷載超過極限承載力發生破壞。對單樁不同受荷階段的承載特性進行分析，得到的Q-s曲線形狀類似于指數函數形式，可用下式描述[19]：

式中：P為樁頂預測荷載，kN；Qmax為單樁承受的最大荷載即破壞荷載，kN；s為樁頂沉降，mm；a1為沉降衰減因子，mm-1。參數Qmax、a1及樁頂沉降采用最小二乘法求解。

2) 雙曲線模型。假設Q-s曲線符合雙曲線方程[20]為

式中：a2和b1為擬合參數。

令y=s/P，x=s，則式(2)變為y=a+bx，通過最小二乘法原理求得參數a2和b1，代入式(2)即可求得雙曲線模型擬合曲線。

3) 調整雙曲線模型。大量的靜載試驗結果與理論研究結果已經證實雙曲線模型在預測單樁豎向抗壓極限承載力的可行性，但在地質條件或土層分布較復雜的工程中，采用雙曲線模型預測的單樁豎向抗壓極限承載力與現場載荷試驗得到的單樁豎向極限承載力存在較大誤差，特別是進入塑性變形階段，雙曲線模型預測的Q-s曲線尾部會出現失真現象，最終導致預測結果偏離實際結果，不利于工程應用[21]。為此，提出以下雙曲線模型[22]：

式中：sn-1為倒數第二級樁頂荷載下的實測沉降，mm；a3，b2和c為擬合參數。

令y=s/P，x1=s，x2=s/(s1.5+sn-1)，則式(3)變為y=ax1+bx2+c，通過二元線性回歸求出參數a3、b2和c，代入式(3)即可求得調整雙曲線模型擬合曲線。

與雙曲線模型進行對比，式(3)分母中多了含參數b2的項，且當b2=0 時，該模型退化為雙曲線模型。由此可見，雙曲線模型是調整雙曲線模型的一個特例。因此，在一般情況下，調整雙曲線模型的預測精度比雙曲線模型的高。

3.1.3 抗壓極限承載力預測

根據上述3種單樁豎向抗壓極限承載力預測模型對已經破壞的5根試樁的Q-s曲線進行擬合，按照《規范》[18]要求將樁頂沉降為40 mm 對應的樁頂荷載作為單樁豎向抗壓極限承載力，3種模型的單樁豎向抗壓極限承載力預測結果見表4，指數曲線模型擬合的Q-s曲線見圖6。

表4 單樁豎向抗壓極限承載力預測值與實測值對比Table 4 Comparison of predicted and measured values of vertical compressive ultimate bearing capacity of single piles

由于試樁SZ-06在荷載加載至3 200 kN時，本級荷載沉降量約為前一級荷載沉降量的15 倍，產生較大陡降，對各數學模型預測產生了較大影響。試樁SZ-06樁端持力層為中密粉細砂，其余4根試樁的樁端持力層為密實粉細砂和硬塑粉質沙土，力學性能差別較大，且所需預測承載力的試樁SZ-04 與試樁SZ-05 的樁端持力層為密實粉細砂。因此，在分析3種模型的精度時僅采用其余4根試樁的數據。從表4可知：調整雙曲線模型雖然在一定程度上提高了Q-s擬合曲線的精度，但其預測精度仍比指數曲線模型的低。從圖6可以看出：各試樁通過靜載試驗得到的數據緊密分布在指數曲線模型所擬合出的Q-s曲線周圍，試樁SZ-01、SZ-02 及SZ-08 的相關系數均在97%以上，尤其在試樁彈塑性階段，試驗結果與預測結果基本重合，更加反映出指數曲線模型預測結果的可靠性。因此，對3根未破壞的試樁進行豎向抗壓極限承載力預測時，均采用指數曲線模型，3根未破壞試樁的Q-s預測曲線見圖7。

由圖7 可知：3 條指數曲線模型所擬合的Q-s曲線均呈現出收斂的趨勢，與現場載荷試驗加載到破壞狀態時試樁的Q-s曲線變化規律基本一致，進一步驗證了指數曲線模型預測的單樁豎向抗壓極限承載力的可行性。對于試樁SZ-04 和SZ-05，指數曲線模型對試樁彈塑性階段的擬合程度較高；對于試樁SZ-07，其擬合度略低于試樁SZ-04 和SZ-05擬合度，但絕大多數的試驗結果均與預測結果相同，預測結果完全滿足實際工程需求。取樁頂沉降為40 mm所對應的樁頂荷載為單樁豎向抗壓極限承載力，試樁SZ-04、SZ-05和SZ-07的單樁豎向抗壓極限承載力分別為4 241，1 959和3 639 kN。

3.2 單樁豎向抗拔靜載試驗

各試樁的荷載-上撥量(U-δ)曲線如圖8 所示，其中，試樁SZ-07和SZ-09發生上拔破壞，U-δ曲線呈“緩變-陡升”形狀，根據《規范》[18]中單樁抗拔極限承載力確定方法，取曲線發生陡升的前一級荷載作為試樁的極限抗拔承載力，故試樁SZ-07和SZ-09的抗拔極限承載力分別為400 kN和1 200 kN，單樁抗拉承載力特征值分別為200 kN 和600 kN。對于試樁SZ-10，由于樁身錨筋發生破壞，試驗荷載并未加載到極限荷載，其U-δ曲線呈緩變形，樁頂荷載卸載后，樁頂上拔量回彈率達到86.0%，說明試樁彈性工作性能較好，具有一定可拉伸性。各試樁單樁抗拔靜載荷試驗結果見表5。

圖8 單樁豎向抗拔靜載試驗U-δ曲線Fig. 8 U-δ curves of vertical uplift static load test of single pile

表5 單樁抗拔靜載試驗結果Table 5 Single pile uplift static load test results

對比試樁SZ-10與試樁SZ-09的U-δ曲線可以發現：試樁SZ-10的曲線更為平緩，在相同抗拔荷載下樁頂上拔量更小，表現出更高的單樁抗拔承載力，說明樁徑對單樁抗拔承載力有較大影響；試樁SZ-10的樁長比試樁SZ-11的樁長大6.5 m，根據勘察報告提供的土層極限側摩阻力標準值，推測試樁SZ-10具有更高的抗拔承載力。由此可見樁側摩阻力是影響單樁極限抗拔承載力的主要因素之一。

3.3 單樁水平靜載試驗

3.3.1 單樁水平靜載試驗結果分析

各試樁的H-t-Y0曲線見圖9，H-ΔY0/ΔH曲線見圖10，H-m及Y0-m曲線見圖11。根據《規范》[18]中單樁水平臨界荷載及單樁水平極限承載力的確定方法，取H-ΔY0/ΔH曲線的第一拐點和第二拐點分別作為試樁的單樁水平臨界荷載及單樁水平極限承載力。對于試樁SZ-13 及試樁SZ-14，僅存在第二拐點，于是，按《規范》[18]取水平位移為10 mm附近處的加載量作為單樁水平臨界荷載。各試樁的單樁水平靜載試驗結果見表6。

圖9 水平力(H)-時間(t)-位移(Y0)曲線Fig. 9 Curves of horizontal force(H)-time(t)-displacement(Y0)

圖10 水平力(H)-位移梯度(ΔY0/ΔH)曲線Fig. 10 Curves of horizontal force(H)-displacement gradient(ΔY0/ΔH)

圖11 試樁H-m和Y0-m曲線圖Fig. 11 H-m and Y0-m curves of test pile

表6 試樁水平靜載試驗結果Table 6 Horizontal static load test results of test piles

從圖9可以看出：當加載較小時，每級荷載增量與水平位移增量基本呈線性關系，且卸載后大部分變形可以恢復，殘余應變較小，此時的土體處于彈性工作狀態；當荷載超過臨界荷載之后，隨著荷載水平的增加，水平位移增量逐漸增大，并且在每級荷載的循環加卸載過程中，水平位移隨循環次數的增加逐漸增大；當荷載超過單樁水平極限承載力時，水平位移變化速率突然增大，在相同荷載下，每次循環荷載都將使水平位移不斷增大。

由圖11 可以看出：當水平荷載及水平位移較小時，其對m的影響較大；隨著水平荷載和水平位移的逐漸增加，則對m的影響逐漸減小；當水平荷載超過60 kN時，m基本趨于穩定；同樣，當水平位移超過10 mm時，m的變化較小并逐漸收斂于某一常數，這一現象也驗證了《規范》[18]中的第6.4.7 條“對于預制樁，可根據靜載試驗結果取地面處水平位移為10 mm 所對應荷載的75%作為單樁水平承載力特征值”。對比圖11 中的試樁SZ-12和SZ-13 可知：2 根試樁處于同一場地，樁周土層一致，在粉細砂中的PC管樁隨著樁徑的增大，單樁水平承載力有所提高，但m減小。

由于m隨著樁頂水平荷載、水平位移的增大而減小，因此，當根據現場水平靜載試驗結果確定m時：若m取值較大，則對應的水平荷載較小，水平位移也較小，在這種情況下，單樁水平承載力特征值由水平極限承載力確定，從而使設計結果偏于安全；若由水平位移確定，則會使設計結果偏于危險。反之，若m取較小值，則對應的樁頂水平荷載、水平位移較大，此時，單樁水平承載力特征值由水平極限承載力確定，設計結果將偏于危險；若由水平位移確定，則設計結果偏安全。因此，在使用臨界荷載或樁頂水平位移確定單樁承載力特征值存在安全隱患時，應綜合考慮承載力和水平位移這2個控制要素確定單樁水平承載力特征值。

3.3.2 地基土水平抗力系數的比例系數的取值

單樁水平承載力計算是高度的非線性問題，單樁水平承載特性的理論研究方法主要有彈性地基反力法、彈性理論法、p-y曲線法及NL 計算方法[23]等。在實際工程設計中，《規范》[18]提出了基于彈性地基反力的m法，而土層的m取值對單樁水平承載力有較大影響，所以，根據本試驗中4根試樁對m的取值問題進行探討。

地基土水平抗力系數的比例系數m宜通過單樁水平靜載試驗確定，當無靜載試驗資料時，則根據實際土層情況按照《規范》[18]推薦的m進行取值。在本次試驗中，各試樁樁頂無約束且水平力位于地面位置，因此，可按照《規范》[18]推薦的公式進行計算：

其中：m為地基土水平抗力系數的比例系數，kN/m4；α為PC管樁的水平變形系數，m-1；vy為樁頂水平位移系數，可根據式(4)試算，當αh≥40 時(h為樁的入土深度)，vy=2.441；H為單樁水平荷載，kN；Y0為水平力作用點的水平位移，m；EI為樁身抗彎剛度，kN·m2；E為樁身材料彈性模量，MPa；I為樁身換算截面慣性矩，m4；b0為樁身計算寬度，m；D為樁徑，m。對于圓形樁：當樁徑D≤1 m 時，b0=0.9(1.5D+0.5)；當樁徑D>1 m 時，b0=0.9(D+1)，

根據《規范》[18]，可按樁頂位移為10 mm 時的水平荷載反算m，統計4根試樁的地基土水平抗力系數的比例系數m的反算結果和《規范》[18]的推薦值，見表7。按《規范》[18]推薦選取m時，只考慮主要影響深度為hm=2(D+1)范圍內的土層m作為計算值。

表7 試樁m的計算結果Table 7 Calculation result of m value of test pile

由表7可知：由試驗結果反算得到的m總體上均大于《規范》[18]給出的推薦值。試樁SZ-12 和SZ-14反算的m均高于《規范》[18]推薦的上限值，試樁SZ-12反算的m甚至高于《規范》[18]推薦上限值的2 倍以上；試樁SZ-13 和SZ-15 反算的m介于《規范》[18]推薦值的上限值與下限值之間，且更接近上限值。由此可知，《規范》[18]所推薦的m偏于保守。在實際工程中，建議采用現場載荷試驗與《規范》[18]相結合的方法確定單樁水平承載力。

4 結論

1) 在豎向荷載作用下，試樁SZ-01、SZ-02、SZ-03、SZ-06和SZ-08的Q-s曲線呈緩變-陡降形，樁身回彈較小，彈性工作性狀不明顯。試樁SZ-04、SZ-05和SZ-07的Q-s曲線呈緩變型，樁身回彈較大，彈性工作性狀較明顯；單樁豎向抗壓承載力受樁徑、樁長、樁端持力層以及樁周土層力學性質的影響較顯著。

2) 在豎向拉拔荷載作用下，試樁SZ-09 和SZ-11 的U-δ曲線呈緩變-陡降形，試樁發生破壞，卸載后樁身未出現回彈現象；試樁SZ-10 的U-δ曲線呈緩變形，樁身回彈率較高，樁身彈性工作性狀明顯；單樁豎向抗拔承載力與樁徑、樁長及樁周土的力學性質呈正相關。單樁水平承載力主要受樁徑及樁周土力學性質的影響較大。

3) 在本試驗條件下，3種單樁豎向抗壓極限承載力預測模型均能較好地擬合其Q-s曲線的彈性段。指數曲線模型則可以較好地預測Q-s曲線的彈塑性階段或塑性變形階段；指數曲線模型對單樁豎向抗壓極限承載力預測精度最高，調整雙曲線模型次之，雙曲線模型預測的預測結果誤差較大。

4) 根據現場試驗結果對m進行取值時，建議以承載力和變形這2個指標進行雙重控制；在樁頂水平位移超過10 mm時，m將逐漸收斂并趨于一定值。在實際工程中，建議采用現場載荷試驗與JGJ 106—2014《建筑樁基檢測技術規范》相結合的方法確定單樁水平承載力。