两阶段变刚度复合桩基在超高层办公楼中的应用

何 波

(厦门新区建筑设计院有限公司 福建厦门 361000)

引 言

在非软土地基建设高层、超高层建筑时，虽然地基土具有良好的承载能力，但采用天然基础往往沉降过大无法满足规范要求，一般采用桩基础，以基岩层作为桩端持力层。在遇基岩埋藏深、岩面起伏大，孤石分布较多等特殊地质情况时，桩基础造价偏高、施工周期长，同时基桩一般为端承桩，承台底良好的地基土承载力无法发挥，经济效益差。本文结合工程实例，采用桩顶设置变形调节装置的两阶段变刚度复合桩基础，大大减小了有效桩长和施工周期，同时使筏板底地基土承载力得到了充分的利用，并与常规桩基础进行比较分析，取得了良好的效益。

1 工程概况

项目“创冠·国际中心”办公楼位于厦门市思明区观音山商务营运中心，东临环岛路、临海。地上为一栋独立的29层企业办公建筑，建筑大屋面高度124.40m，建筑总高度140.0m。地下设4层地下室，基础埋深为-18.70m。代表性建筑图详见(图1，2)。

结构设计使用年限为50年，建筑结构安全等级为二级，建筑抗震设防分类为丙类，抗震设防烈度为7度(0.15g)，设计地震分组为第二组，场地土类别为Ⅱ类，地基基础设计等级为甲级。50年一遇基本风压0.80kN/m2，地面粗糙度为A类。结构体系采用框架-核心筒。

2 地质概况

根据地勘资料，场地自上而下各岩土体的分布概述如下:

1)杂填土①、粉质粘土②、中砂③、粉质粘土④基坑开挖后均已挖除;

2)残积砂质粘性土⑤:属中等压缩性土，天然状态下力学强度较高。该层属特殊性土，具有浸水易崩解、软化，扰动后强度易降低的不良特性。基坑开挖后基底部分揭露。

图1 标准层建筑平面图

图2 建筑剖面图

3)全风化花岗岩⑥:压缩性低力学强度较高。该层与土层⑤呈渐变过渡关系，不良特性同土层⑤。

4)强风化花岗岩:根据其风化程度的不同将其划分为两个亚层:a)(砂土状)强风化花岗岩7a:压缩性低，力学强度较高，工程性能较好，但其与土层⑥呈渐变过渡关系，开挖暴露后若遭长时间泡水作用，也会很快软化、崩解而降低强度。b)(碎块状)强风化花岗岩7b:岩石风化强烈，呈碎裂结构，岩石属软岩 ～较软岩，岩体破碎。

5)中风化花岗岩⑧:岩石抗压强度标准值为42.92MPa，岩体完整程度为较破碎，属较硬岩。

拟建场地地下水主要赋存和运移于各地层的孔隙、裂隙中。地下水类型在上部杂填土①中为上层滞水，赋存和运移于粉质粘土②和粉质粘土③层以下的地下水略具承压性。地下水主要接受大气降水下渗及外围地下水的侧向补给，总体上由西北向东南(环岛路)径流排泄。勘察期间测得场地中各钻孔的初见水位埋深为0.20～2.55m;混合稳定水位埋深为0.50～2.70m。

各土层设计参数详见(表1)，代表性地质剖面详见(图3)。

表1 地基土层物理力学性质综合指标

图3 代表性地质剖面图

3 基础选型

3.1 地质情况特点分析

本建设场地地质情况有如下特点:

1)建设用地面积较小:地块西侧、南侧紧邻已建建筑，北侧为另一办公楼用地(信义大厦，施工时两个地块拟整体进行基坑支护和土方开挖)，东侧为环岛干道绿化带，施工场地较小。

2)基底土层:基坑开挖后基底揭露土层为残积砂质粘性土层和全风化花岗岩层，具有良好的地基承载力能力，可考虑对其进行利用。

3)基岩层埋深大、岩面起伏较大。可作为本工程桩基础持力层的中风化花岗岩层的埋深整个场呈自主楼右侧向左侧渐深的走势。最大中风化花岗岩面埋深48.5m，最大高差达23m;

4)孤石的分布:部分钻孔在强风化花岗岩中分布有大小不一的中风化花岗岩孤石。

3.2 基础选型分析

对于超高层办公建筑，单柱荷载较大，对于小直径的预制类桩，由于其单桩承载力有限，布桩无法满足上部结构荷载要求，所以本工程基础选型时不予考虑。常规做法是选择大直径灌注类桩，如冲孔灌注桩、旋挖桩、人工挖孔桩等，选择以中风化花岗岩作为持力层，三种桩型在本场地的技术特点分析见(表2)。

表2 桩型技术特点分析

通过以上分析，虽然旋挖桩和冲孔桩理论上在本场地均为可行的基础方案，但考虑其施工工艺受本场地特殊地质情况的限制，实际施工时难度较大，施工周期无法控制、造价高。对于常规人工挖孔桩是较理想的基础方案，但受[厦建设[2008]24号文件]“人工挖孔桩桩长不得超过15m”的规定限制，本工程人工挖孔桩只能以碎块状强风化花岗岩作为桩端持力层，其布桩不能满足上部荷载要求。

综合以上分析，根据文献[6]，设计提出采用桩顶设置变形调节装置的两阶段变刚度复合桩基础。主楼设置大筏板，以残积砂质粘性土层作为大筏板的持力层，主楼竖向构件下布置人工挖孔桩(桩端持力层为碎块状强风化花岗岩，可控制有效桩长小于15m)，桩顶设置变形调节装置与筏板连接。在第一阶段桩顶变形调节装置处于“小刚度”阶段，前期的上部荷载主要由筏板底地基土承担，随着施工和使用期间的逐步加载，筏板底地基土继续承载。当地基沉降变形临界预警值或沉降稳定后，采用高强度填充料灌注桩顶变形调节装置空腔，基桩刚度达到第二阶段的“大刚度”阶段，后续荷载由基桩承担，形成两阶段变刚度复合桩基础。取得了良好的效果，具体详见工程实例分析。

4 复合桩基础的设计

4.1 桩、土承载力的确定

根据SATWE-JCCAD计算分析，主楼范围地下室底板以上结构荷载标准值∑(1.0恒+1.0活)=810000kN，主楼筏板厚度取 2.5m，筏板面积 As=1600m2，筏板自重2.5*26=65kPa，考虑到本工程基础埋置较深达黄标-9.70m，基底水浮力较大，可适当考虑水浮力对基础的有利贡献，考虑基础承台和底板自重由水浮力承担。

根据前述分析，复合桩基大筏板选择以残积砂质粘性土层作为持力层，地勘报告室内试验提供的其承载力特征值为f ak=220kPa，考虑到该土层具有泡水易软化、崩解，使强度降低的不良特性，若在施工期间做好地下室的降排水，地基土的保护工作，其承载力是有保障的。结合厦门地区以往工程经验，设计取基底土层的承载力特征值为f ak=300kPa，经深度和宽度修正后的承载力特征值fa=400kPa进行基础设计，同时要求基础施工前应进行残积土层的浅层载荷板试验，进一步验证该土层的地基承载力。

人工挖孔桩选择以碎块状强风化花岗岩作为桩端持力层，有效桩长小于15m，桩身混凝土 C40，根据计算的单桩承载力特征值为，ZH1(d=1200mm，D=1600mm，Ra=6000kN)，ZH2(d=1400mm，D=1800mm，Ra=7000kN)。

根据文献[6]，复合桩基的设计思路如下:

①先赋予第一阶段荷载比例ξ以及第一阶段桩荷载分担比η初始值，求出桩土分担的竖向荷载标准值Ns和Np;

②根据规范[3]附录B计算地基土沉降Ss1;若Ss1≥[S]，返回①调整 ξ和 η值，直至地基土沉降满足规范要求;

③根据①计算的Np确定桩数n;

④复合桩基础竖向承载力的复核;

⑤计算变形调节装置的竖向刚度。

4.2 桩土荷载分担值的确定

根据文献[6]，桩土荷载分担值初步可按下列过程计算:

N—复合桩基承担的竖向荷载标准值;

N1—第一阶段复合桩基承担的竖向荷载标准值;

NP1—第一阶段基桩承担的荷载，即变形调节装置承担的荷载;

ξ—第一阶段荷载比例;

η—第一阶段桩荷载分担比，建议取值 0.2～0.5;

NS—土分担的竖向荷载标准值;

Np—桩分担的竖向荷载标准值;

计算过程:

fa*Ac/N=400*1600/810000=79%，

所以，可先假定ξ=90%

N1=ξ*N=0.90*810000=729000 kN

NP1=η*N1=0.2*729000=145800 kN第一阶段为尽可能让地基土承担荷载，η取低值;

Ns=(1-η)* ξ*N=(1-0.2)*0.9*810000=583200 kN

Np=(1-ξ)*N+η*N1=(1-0.9)*810000+0.2*729000=226800 kN

4.3 地基土沉降的初步计算

根据文献[6]端承桩桩顶设置了变形调节装置，复合桩基的沉降主要是第一阶段的沉降量，该期间复合桩基的沉降量就是桩长范围内地基土的沉降量SS1，相当于变形调节装置的变形量;到第二阶段，复合桩基的沉降就是端承桩的沉降量SP2，主要表现为桩自身的压缩和桩端土的“刺入量”。该复合桩基的沉降量:

S-复合桩基的沉降量;

SS1-第一阶段地基土的沉降量，本工程应考虑基坑的回弹再压缩变形;

SP2-第二阶段桩的沉降量;

第二阶段端承桩的沉降量值SP2与第一阶段的沉降量SS1相比很小，可以忽略不计，工程上可以认为S=SS1，所以复合桩基的沉降计算就是第一阶段地基土的沉降计算。地基土的沉降计算可以按照规范[2]行，也可以按照规范[3]进行。

对于本工程经过计算，S=0.2*162.5=32.5mm，沉降计算满足要求。

4.4 桩数的确定

根据上述计算，桩分担的竖向荷载标准值Np=226800 kN，桩数n=226800/6000=38根。

布桩时考虑到本工程结构体系采用框架-核心筒结构，核心筒刚度较大，承担了大部分的主楼荷载，核心筒范围适当增加桩数的布置，按照不小于4d进行布桩。核心筒范围布置ZH1共24跟，外框柱的桩根据柱底轴力情况在柱位下布置单桩ZH2，共16根。布桩时可考虑桩身承载力基本上能承担主楼荷载标准值，以增加结构安全度。桩基础布置平面图见(图4)。

图4 人工挖孔桩平面布置图

4.5 复合桩基竖向承载力的复核

根据文献[6]，竣工交付使用后即第二阶段复合桩基础的承载力为:

Q-两阶段变刚度复合桩基的承载力;

Qs-地基土的承载力;

Qp-桩基础的承载力;

对于本工程:

Q=400*(1600-3.14*0.62*24-3.14*0.72*16)+(6000*24+7000*16)=619300+256000=875300 kN＞∑(1.0恒 +1.0活)=810000 kN，满足上部荷载要求。

程序计算时，在偏心荷载和地震作用效应时，地基承载力特征值和单桩承载力特征值均按规范乘以相应调整系数进行复核满足规范要求。

4.6 变形调节装置竖向刚度的计算

根据文献[6]变形调节装置的刚度Kt:

Kt=NP1/St=η*N1/(n*St)

Kt—变形调节装置的刚度;

St—变形调节装置的变形量，等于第一阶段地基土的沉降量，即St=SS1;

Kt=NP1/St=145800/40*32.5=112000 N/mm

考虑到第一阶段荷载主要由地基土承担，为了调节核心筒和外框柱第一阶段的不均匀沉降，定做变形调节装置时可考虑核心筒和外框柱采用不同的刚度值，本工程取 Kt-ZH1=180000 N/mm，Kt-ZH2=120000 N/mm。

变形调节装置的构造见(图5)。

图5 桩顶变形调节装置构造

5 监测仪器的布置

为了解桩及地基土在建筑物施工及使用过程中的应力以及变形情况，本工程沿主楼筏板纵横两个剖面进行了桩顶应力、地基土压力、桩顶弹性支座变形、筏板应力、主楼沉降、倾斜度等测试及观测。监测仪器布置图见(图6)。

图6 监测仪器布置图

6 经济比较分析

此外，我们按照常规冲孔灌注桩基础进行了基础布置，并进行了造价对比分析见(表3)。冲孔灌注桩桩端以中风化花岗岩作为持力层，有效桩长约9～32m，桩径1300mm，共布桩72根。冲孔灌注桩基础布置见(图7)。

图7 冲孔灌注桩布置平面图

表3 造价分析对比表

根据上表分析，复合桩基础造价较常规冲孔灌注桩基础节省约30%，施工周期缩短近50%。同时可以注意到，据了解地块北侧相邻的“信义大厦”工地，原先设计为冲孔灌注桩基础，施工过程中由于岩面起伏较大和遇孤石分布，其基础实际施工周期近9个月，造价随之增加。本工程合理选用了基础形式，取得了良好的经济效益。

7 结语

在高层建筑基础设计选型时，应全面了解地质情况并结合各类基础特点进行综合选型分析。当地基土层具有良好承载力时，可考虑设计为复合桩基础，通过桩顶变形调节装置的作用使地基土和基桩共同承担上部荷载，可取得良好的经济效益。设计过程中，通过桩顶变形调节装置刚度的差异化设计，基桩的差异化布置、后期根据建筑变形实时观测数据对变形调节装置空腔浇筑时间的差异化控制，可以很好实现对基础的变刚度调平设计，可以有效减小建筑的不均匀沉降。

采用复合桩基础时，施工中应重点做好基坑的降排水和地基土保护工作，保证地基土承载能力可靠发挥。此外，应做好各类监测仪器的布置和测试工作，及时收集整理监测数据，确保基础设计、施工的准确性，为设计及施工提供必要的参考以及进行动态设计。

两阶段变刚度复合桩基础作为一种新的桩筏基础形式，其工作机理与常规桩基础、常规复合桩基础具有显著不同，充分认识其工作机理还需经历较长的过程，目前理论研究远落后于工程实践。因此对两阶段变刚度复合桩基础工作机理及工程实践开展研究不仅具有重要的理论意义，还具有广泛的工程应用价值。

[1]GB 5009-2011，建筑地基基础设计规范[S].

[2]JGJ 94-2008，建筑桩基技术规范 [S].

[3]JGJ 72-2004，高层建筑岩土工程勘察规程[S].

[4]宰金珉.复合桩基理论与应用[M].北京:知识产权出版社、中国水利水电出版社，2004.

[5]设置变形调节装置桩筏基础工作机理及其应用研究.厦门[J].厦门新区建筑设计院有限公司、南京工业大学等.2011.

[6]两阶段变刚度复合桩基础工作机理研究[J].厦门新区建筑设计院有限公司、厦门市土木建筑学会等2015.

[7]林树枝，郭天祥，何波.厦门当代天境地基基础优化研究[J].福建建设科技 2010 NO.4.

[8]林树枝，郭天祥，何波.两阶段变刚度端承桩复合桩基础的设计及应用[J].福建建筑 2010 NO.5.