复合桩基设计方法(共17页)

1、精选优质文档-倾情为你奉上桩土共同作用的工程实用方法复合桩基设计方法2.1 引言桩土共同作用问题一直受到岩土界同行的重视，是基础工程设计中人们经常反复讨论、反复争论的一个热点。该课题的研究，大体上经历下面几个阶段。一、在三四十年代，上海地区的桩基础设计实际上都考虑桩土的共同作用。若基础以上总荷载为上部结构荷载NK和基础的自重GK之和，桩基设计时，先扣除桩承台底面下土反力后，余下的荷载，全部由桩承受，即桩的数量n按下式确定： (2.1)式中，NK上部结构荷载标准值；GK基础自重标准值；A 桩承台底面面积（或扣除桩面积后的底面净面积）；fK承台下地基土允许承载力，上海地区一般取80kPa；Pa单桩

2、允许承载力。上式也可写成：(2.2)或： （2.3）式中，Pu单桩极限承载力；fK承台下地基土极限承载力；K总安全系数（2.1）和（2.2）式是采用容许承载力的表达形式。而（2.3）式是采用极限承载力和总安全度的表达形式。在以后的章节中将详细说明（2.3）与（2.1）（2.2）式所表达意义的不同。但以上三个公式表达的安全度是完全一致的。这些在三四十年代建造的、考虑了桩和承台下土共同工作的桩基础的许多建筑经过六七十年后，至今依然完好。调查表明，有些房屋甚至还“长高”了，即房屋的沉降小于周围的地面沉降。例如，外滩的中国银行。也有些房屋发现基础下面土与承台底面脱开。当时的桩基设计资料中都没有沉降计算

3、的内容。二、五十年代以后，我国普遍采用的桩基设计是不考虑桩土共同作用的方法。即：(2.4) （2.5） （2.6）同时对重要建筑物的桩基础，逐渐增加了要进行基础沉降验算的要求。70年代，在上海地区的某筒仓，桩筏基础，平面尺寸为35.2m×69.4m，桩为45cm×45cm方桩，长30.7m，桩距为1.9m，共604根，一个半月打桩完毕。地面隆起约50cm。该筒仓竣工后4年，发现承台下的土面与承台底脱开，空隙达到15cm。由此得出结论：（1）认为不能考虑桩土的共同作用。（2）认为土面与承台底脱开的原因是在软土地基上打桩速度过快，产生的地面隆起。这两个结论笔者都不能赞同。这在下

4、文再进行讨论。但是，所有人都承认：与三、四十年代相比，桩基础设计的安全度是大大地提高了。三、80年代初，上海华东电力设计院进行一系列关于桩与承台板共同作用的试验，提出桩土共同作用的非线性性质，明确地指出，可以将桩土共同作用分成两个阶段：当桩顶上全部荷载小于各单桩极限承载力之和时，全部荷载可近似认为全部由桩承受；当桩顶上全部荷载大于或等于单桩极限承载力之和时，多余的荷载由承台下的土体承担，此时，承台下的土才真正参与共同作用。四、在八、九十年代，同济大学赵锡宏课题组对高层建筑与地基基础（包括非线性）共同作用进行长期的理论和大量的现场试验研究工作。九十年代起，管自立、刘惠珊等人从改进桩基础设计出发提

5、出了“疏桩基础”的概念。并进行了一系列的有意义的工程实践。“建筑桩基技术规范”（JGJ94-94）中写入的复合桩基的计算方法，可惜受到弹性分析中“固定分担比”概念的影响，只做了若干个短期现场试验就做了结论。五、八十年代起上海民用建筑设计院对桩基础长期沉降问题进行了大量的研究，在取得一系列成果的基础上又进行桩土共同作用的研究。至1988年，已形成复合桩基设计方法的初步框架，开始在实际工程中应用。结合实际工程又开展一系列复合桩基的实验研究和实际工程的长期监测。加深了对桩土共同工作机理的认识，完善了“复合桩基”设计理论的表述。十多年来，上海地区采用该设计概念进行设计的建筑早已超过300万平方米，节省

6、大量投资，引起全国同行的重视。上海地区已在多层建筑中普谝应用，同时开始应用于小高层和高层建筑。国内其它地区，土质相对比上海软土好，多层房屋不需采用桩基，已将该方法用于高层建筑，取得满意的成效。裴捷和宰金珉的博士论文分别对复合桩基在上海或国内其他地区的应用作了理论上的与工程实践上的总结和研究。2.2 复合桩基的基本概念和设计方法在经过仔细观察、揣摩、分析和了解桩基沉降发生和发展的实际过程的基础上，在找到了一种能比较如实、比较精确的桩基沉降计算的经验方法的基础上；特别是在试验和长期思考的基础上，抛弃桩土弹性变形协调概念，将桩土共同工作的实际过程简化为桩顶荷载未超过和超过桩的极限承载力两个阶段。这样

7、，提出一种能充分反映桩土共同工作的客观过程，又能在工程中广泛应用的桩基础的实用设计方法复合桩基的设计方法。桩基础设计中强度条件与变形条件是相互独立的、且必须同时满足的条件。这是结构设计中最基本的原则。但是，在基础工程的设计中常常不遵循这一原则。过去，因为桩基础的沉降计算方法不可靠，计算误差较大，无法直接用控制变形的方法满足变形条件。只能将一切都通过强度条件来解决。例如，发现桩基估算沉降值偏大，那就将单桩承载力的设计值取小一些，将变形条件变成了强度条件的附属品。另一方面，有些研究人员在强调共同作用时，又常任意地降低强度条件，例如提出强度条件打九折，提出安全系数降低等。也许这些研究者确有某些还表达

8、不清的理由，但这一提法不妥当。建筑物的总安全度是各国根据自己的技术、经济水平确定的，是各国技术法规中的基本内容，是不能随意改动的。我们强调我国的基础设计总安全度不小于2，这原则必须严格遵守。复合桩基的设计方法的基本概念归结为以下两点：1、可以以变形条件作为控制条件，并直接以变形条件确定布桩数量。研究表明，对于每一幢桩基础建筑，对于一种确定的桩型，都可以找到桩的数量与这幢建筑物沉降量之间的一条关系曲线（如图3.2.1）同时也可写成。利用这条曲线，对于不同的沉降量控制值Sa，都可直接确定相应的用桩数量。(2.7)其中，为设计用桩量。图2.1 桩基沉降与桩数的关系运用这一概念的前提是这条计算的曲线必

9、须是能符合实际，并达到一定的精度要求。在上海地区由于经多年的研究、大量的统计对比，已经得到了前述的这种较好的沉降计算经验修正系数。又应用于大量工程实践，反复验证了这一方法的精度和可靠性。因此在上海地区这一条基本概念在具体工程中应用时，得到了十分好的结果。但是，离开上海到了其它地区，这一基本方法能否应用？当然，这一概念肯定是可用的，这一曲线关系也是客观存在的。关键是是否能通过计算真正得到这条曲线。就目前土力学的研究水平，任何一种纯理论的方法都无法较准确地估算出这条曲线。必须要掌握一定数量的同类型工程在同类地质条件下的桩基长期沉降观测资料，经过统计对比、分析、对计算参数的取值进行强制规定，并取得当

10、地的经验修正系数。只能用这种半经验的方法才能得到符合当地实际的沉降量与桩数的关系曲线。我们必须强调的是：上海的沉降计算经验修正系数只适合在上海应用，其他地区的经验方法和经验修正系数必须自己在当地找。在没有找到自己的经验方法前，这一方法的应用要慎重。2、可以以桩土共同工作的极限状态作为强度验算条件。桩土共同作用是一个典型的非线性过程。通过模型试验和现场的足尺试验（在下一节中将详细介绍）发现。当在低承台摩擦桩基础上逐级加荷时，可以将桩土共同工作的过程简化为两个阶段：第一阶段，当荷载较小，平均各桩桩顶的荷载小于单桩极限承载力时，承台底面的土压力很小，而且随着时间增长还有减小的趋势。因此可以近似地认为

11、，在第一阶段，荷载全部由桩承担。第二阶段，当总荷载大于各桩极限承载力之和时，各桩可保持其极限承载力的值并随着荷载增加略有增加，其余增加的荷载几乎全部由土承受。只有在第二阶段，承台下的土体才真正参加了共同承担上部荷载的工作。在第二阶段最终，桩土共同工作的极限承载力不小于全部桩的极限承载力加上承台下全部土的极限承载力之和。从上述简要描述也可以知道，桩土共同工作是一个复杂的过程，且在漫长的沉降发展过程中，桩与土中的应力状态还一直在变化。要完全将这些细节全部了解清楚，并用一定的数学模式进行模拟，目前还很难完全做到。正如前面已反复强调的，这一过程是无法用简单的弹性或弹塑性模型完全描述的。但是桩土共同工作

12、的最终极限状态却很容易表达：桩土共同工作的极限承载力不小于全部桩的极限承载力加上承台下土的极限承载力的总和。在工程实际应用中，可用这一极限状态作为强度验算的控制条件（即前文公式（2.3）：(2.3)复合桩基的基本概念很简单，设计时的控制方程仅（2.7）和（2.3）两个式子。但在具体设计时，还应该注意到以下三点： 改变承台面积 不满足 确定承台 初步框算 强度条件 满足 形式埋深 承台面积 是否满足 计算 荷载 确定桩型 计算桩数 确定 变形条件 完成 持力层 沉降曲线 桩数 是否满足 满足 改变桩型和持力层 不满足图2.2 复合桩基优化过程框图1) 在具体的设计过程中，不可能一次就使强度和变形

13、两个条件都恰好满足。因此设计过程是一个优化过程：第一步先确定桩尖持力层，桩型和单桩极限承载力，第二步是假定基础承台底面尺寸，第三步计算沉降与桩数的关系曲线，第四步验算整体强度。根据第三、四步的计算结果返回到第一、第二步进行修正，再进行第三、第四步的计算，如此循环，以求相对最优的设计。（计算流程如图2.2表示）2) 由于实际的桩土共同工作可简化为两个阶段，第一阶段由桩单独承受上部荷载，待到桩的荷载达到极限时进入第二阶段，桩向土中刺入，这时土才真正参加共同工作。因此在计算沉降时，即在计算沉降与桩数的关系曲线时，必须注意到上述两阶段的变化：当桩数比较多时，n较大，平均分配与各桩的荷载（N+G）/n小

14、于单桩极限承载力，即。这时基础沉降计算点应取在桩位处，基础沉降应等于桩尖的沉降量加上桩身材料的压缩，或者说应等于桩尖下土体的压缩量加桩尖刺入量再加桩身压缩。当桩的数量n逐步减少时，每根桩上的受力将增大，当时，就进入了前述第二阶段。由于各桩都先后达到极限，桩的沉降明显增大，桩向土刺入，土体才真正参加共同工作。基础的沉降由承台下的土体所控制。计算这时的基础沉降量，其计算点必然选择在桩与桩之间的土上。基础沉降应等于承台底面以下土体的总压缩量，即桩尖平面以上桩间土体的压缩加上桩尖以下土体的压缩。3) 以上所述的都是沉降稳定以后的最终状态，所计算的沉降也是最终沉降量。在长达近十年的沉降发展过程中，各不同

15、时刻的桩土共同工作状态与我们估算的最终状态是有所不同的。产生这一现象的主要原因是桩与桩之间的土体随着时间还会发生缓慢的变形（固结和流变）。桩基承台一般是在土面上原槽浇筑的，在加荷初期，桩土的分担可认为基本上按桩或土的瞬时刚度分配，土面上会受一定的力。但以后的变化就不一样了，桩身的压缩基本上可认为非常接近于弹性，而桩间的土体在通过摩阻力传来的应力作用下会继续压缩。桩间土体的压缩量是比较大的，可以估算出来，大约为几公分到二十公分。在桩侧桩与土的接触面上桩与土质点的相对位移不断变化。总的趋势是使桩的下部摩阻力和端承力逐渐增长；使桩的上部摩阻力逐渐减小。同时，也使承台底板下的土反力逐渐减小，甚至完全脱

16、开。因此在具体设计时，必须要考虑到在沉降发展过程中，这些受力的变化所造成的最不利影响。这里顺便说明，认为承台下土体与板底的脱开是由于打桩过快、土体隆起以后的回复。这一观点是不对的。大量的桩打入或压入土体，强行占据了很大的体积，这是一个很大的作用力。它将使土体质点之间产生压缩和挤动。同时也产生超空隙水压力，这一空隙水压力达到一定量值以后又会使土质点移动。前者，土体质点之间的挤压所产生的土体隆起是不太可能恢复的。打桩产生的超空隙水压力的变化规律与建筑物下因荷载产生的空隙压力的消散规律很不一样。打桩产生的超空隙水压力消散速度要相对快得多。主要原因是打桩时土体质点会产生较大位移，土体质点一动孔隙水压力

17、很快就消散了。这在对打桩时土体位移和土体内空隙压力得监测中早已得到了证实。因此，在打桩完成后不太长的时间以后，土体内部因打桩而产生的超空隙水压力早就消散完了，就没有什么力可以引起土体的进一步压缩。综前所说：承台底板下土体的脱开主要不是由于打桩引起的土体隆起，而是以后桩顶受荷后桩间土的压缩。2.3试验、验证2.3.1 单桩和复合桩基的垂直荷载试验试验场地的工程地质状况康健新村地区浅层土是上海地区工程地质最软的地区之一，除局部存在明浜或暗浜以外，地基土层组成的规律大体相似。图2.3.1为某三单元六层建筑的场地工程地质剖面图。天然地面下3米范围内为填土及褐黄色粉质粘土，其下有厚度达10.5米的主要属

18、高压缩性的淤泥质粘土层，孔隙比高达1.52，压缩模量仅为1.11MPa，地表下13.6米开始为第5层土（灰粘土夹砂），力学性质略有改善，仍属高压缩性土，地表下26米处为中等压缩性的暗绿色粉质粘土层。 (kN/m3)Ew%Es(MPa)c(kPa)(°)填土耕土褐黄粉质粘土18.80.93032.94.331912.5灰淤质粉质粘土17.51.29046.82.70915.25灰淤质粘土16.81.51854.41.7777.5灰粘土夹砂18.01.11439.43.121112.0灰粉砂夹粘土18.60.91331.86.61525.0暗绿粉质粘土20.10.68523.76.883

19、119.5图 2.3.1 康健某工程地质剖面2.3.2 单桩垂直静载荷试验及极限承载力分析表 2.3.2 桩极限承载力汇总表桩号距沉桩休止期（天）极限承载力（kN）相应桩端沉降（mm）初压复压初压复压初压复压试3-1462408.98试3-2322358.58试3-3542607.78试3-4432043003409.706.70试5-3422759.00试5-43930011.28试12-114322102405.965.34试12-2362607.59试12-3402707.19 单桩垂直静载荷试验共9根桩，桩的断面为0.2m x 0.2m，桩长为16m，分三组，其中有两根，沉桩休止期分别

20、为32天和204天，进行复压试验。单桩垂直静载荷试验采用慢速法加荷，极限承载力汇总表见表 2.3.2 。单桩极限承载力初压为210300kN。随着沉桩结束休止期的增加，单桩极限承载力有明显的提高。2.3.3复合桩基垂直静载荷试验及极限承载力分析复合桩基垂直静载荷试验共2组桩，桩的断面为02m x0.2m，桩长为16m，承台尺寸为1.0m×1.8m，地点仍在健康新村，地质资料同上。复合桩基垂直静载荷试验也采用慢速法加荷，测读各级荷重下的桩承台板位移变化值。分0，5，10，15，30，60，90，直到稳定。加荷分级为：0，150，250，350，450，550，600，650，700kN

21、。首先，对试5-2复合桩进行试验。历时85.5小时后，发觉在650kN荷重级下累计沉降超过100mm，仍不能稳定，所以，对后来试验的试5-1桩时，在350kN荷重后，将级差调整为50kN。加载历时为58小时。当加载在600kN荷载级时，总沉降量已达到35.09mm。从54小时到56小时的连续二小时内，每小时的沉降量均小于0.1mm，可以视为稳定。但是，超过56.5小时后，沉降变形又趋大，到达58小时后，进行卸荷。由于相邻8号房基坑开挖后，放坡影响试5-1桩试验的进行，因此，试验结束。可以认为：600kN为试5-1桩地基将要破坏而尚未破坏的极限状态，将试5-1桩的极限承载力判断为600kN。对于

22、试5-2桩，在650kN荷载级上历时19小时，累计沉降已达100mm。其上一级荷载600kN上历时33.5小时才趋于稳定，该时刻沉降已达63.36mm。所以判断试5-2桩的极限承载力为600kN。表 2.3.3 试5-1复合桩的桩与土反力实测值荷载（kN）桩反力（kN）土反力（kN）桩反力/总反力（%）1501351590250210408335025991744002901107260032927154表 2.3.4 试5-2复合桩的桩与土反力实测值荷载（kN）桩反力（kN）土反力（kN）桩反力/总反力（%）150144696250238129535029654854502991516655

23、0306244566003232775465031933149图 2.3.2 复合桩基试验 图 2.3.2 是其中一个试验。为了表达得更清楚，采用了无量纲的值。P / PU是桩顶实际支承力与单桩极限承载力的比值；f / fU 是实际平均土反力与土体的地基极限承载力的比值。从以上的表和图中所示的数据分析可知：（1） 复合桩基加荷过程中，桩土是先后发挥作用的、是一个复杂的过程。桩先起支撑作用，桩的支承力达到100%以后，即达到极限以后土体才能起支承作用。桩土分担比是随加载过程而变化，没有固定的分担比。（2） 当桩顶承受荷载小于单桩极限荷载时（图5.16），每级增加的荷载主要由桩承受。复合桩基在15

24、0kN荷载作用时，两组复合桩的桩顶反力分别为135kN和144kN（表5.2和表5.3），占总荷重的90-95%，随着总荷载增至250kN时，两组复合桩的桩顶反力分别为210kN和238kN，桩顶反力占总荷载的百分比（桩的分担比）略有减少，仍以桩的支承为主。（3） 当桩上荷载达到单桩屈服荷载值后，承台底的地基土承受的荷载才明显地增加，桩的分担比显著减小，沉降速率也有所增加。当加载达到同一级荷载为600kN时，根复合桩的桩顶反力分别为329kN和323kN，几乎相等。就是说，两根单桩均已达到极限荷载，因此，桩反力对总荷载比均为54%。对于5-2复合桩基，当总荷载从350kN到650kN时，沉降不

25、断增加，而桩桩顶反力始终在300kN左右。显然，桩已达到极限荷载，总荷载超过350kN（即单桩的极限荷载）的荷载，桩无法再承担增加的荷载，必须由承台底的地基土承担。（4） 特别强调指出：当加载达到同一级荷载为600kN时，此时，两组复合桩基底土的承载力的平均值为（271+277）/2=274kN，除以承台净面积（1.8 - 0.04），基底土压力为196kN/m2，这样大的反力已超过褐黄粉质粘土的极限荷载。复合桩的极限承载力 > 单桩极限承载力+地基土的极限承载力2.3.4 复合桩基的试验工程和长期监测工程概况80年代，在上海西南地基特别软弱的漕河泾、虹桥、梅陇等地区，根据城市规划发展的

26、要求，普遍进行大规模居住区开发建设。在这些地区离地表23米以下一般分布有厚度达十几米的高压缩性淤泥质土层。工程经验证明，若在该地区采用天然地基浅基础方案，6层居住建筑的最终沉降量最大可达5060厘米，严重影响正常使用，影响广大群众切身利益和城市建设的面貌。因此，探讨如何用最少的投资将建筑物沉降量控制在容许范围内，成为一个具有重要社会经济意义和迫切需要解决的课题。从1987年开始，结合上海市民用建筑设计院的设计任务，将按沉降量控制的复合桩基设计方法应用到实际工程中，大多数为6层，部分为小高层。其中大部分位于漕河泾地区的康健小区，该新村场地的工程地址条件在上海西南部分地区是有代表性的，新村占地约1

27、平方公里，建筑总面积达100多万平方米。本文的重点是以康健新村居住小区中若干工程实例说明，以沉降量为控制指标的复合桩基设计方法的应用简况及其效果。2、桩型选择及荷载试验根据工程场地的地基土层组成特点，采用断面为20×20cm的钢筋混凝土预制桩，C30混凝土，桩长16m，分二段预制，接头采用简易角钢焊接，采用锤击法沉桩。桩端穿过压缩性最高的淤泥质土层，进入压缩性相对较低、仍属于高压缩性的灰粘土夹砂层23米。单桩极限承载力按250kN考虑，当按上海市地基基础设计规范，由桩身结构强度确定的单桩容许承载力为300kN，和上述单桩静载试验确定的单桩极限承载力基本匹配。3、复合桩基长期监测试验为

28、了进一步检验按沉降量控制的复合桩基设计方法的可靠性，对按该法设计的7号楼（6层）和9号楼（6层）房屋，在桩顶和条基底土分别埋设桩顶集中反力计和土压力盒，进行长达4年半的长期监测试验。7号楼：桩顶埋设11只桩顶集中反力计，条基底土埋设44只压力盒，测点的布置平面图见图5.19。从1991年5月10日埋设完毕，同年7月9日开始量测，直至1993年5月12日居民完全住满，正常使用，继续量测2年半，延至1995年11月23日，停止量测。测得有关桩顶反力和土压力数据，见表 2.3.5 和图 2.3.3 。9号楼：桩顶埋设19只桩顶集中反力计，条基底土埋设60只压力盒，测点的布置平面图见图5.20。从19

29、91年6月28日埋设完毕，同年8月16日开始量测，直至1993年5月12日居民完全住满，正常使用，继续量测2年半，延至1995年11月23日，停止量测。测得有关桩顶反力和土压力数据，见表 2.3.6 和图 2.3.4 。表2.3.57号楼桩顶反力、土反力平均值时间（年，月，日）桩顶反力（kN）土反力（kPa）91.5.10007.9133.08.2113.111.588.2623.211.219.1334.713.089.2040.911.7810.551.213.9710.2967.112.2392.1.1193.77.881.2496.77.663.3098.28.024.5101.79.

30、845.19103.89.257.15109.911.0410.13113.010.5793.3.29132.210.785.12140.310.8010.6139.710.8594.2.2139.410.8995.11.23141.310.22 注：最大和最小值除外的平均值表 2.3.6 9号楼桩顶反力、土反力平均值时间（年，月，日）桩顶反力（kN）土反力（kPa）91.6.28007.96.216.79.1319.515.79.2325.118.29.2725.418.410.526.718.510.728.518.210.1030.618.510.1231.518.610.1634.81

31、8.410.1937.418.510.2947.019.011.1862.321.612.1179.424.192.1.24109.419.13.30119.020.24.4119.917.85.19122.218.07.15124.518.310.13126.617.893.2.28130.317.75.12130.318.210.6130.418.194.2.2130.318.195.11.23141.816.7注：最大和最小值除外的平均值图 2.3.3 实测桩顶反力和土反力随时间的变化图 2.3.4 实测桩顶反力和土反力随时间的变化从实测的桩顶反力与地基土压力数据分析可见：尽管两栋楼基础

32、底面反力在整个监测过程中，各测点的数据变化有快有慢，甚至有上下波动。基础中部、边部和角点的变化规律也不一样。但总的、最主要的变化规律基本相同。它的趋势是在竣工前，桩顶反力和基底反力都不断增加，但有波动，数据不稳定；在竣工前后，即基础上加荷结束前后基底反力达到最大；在竣工以后，桩顶反力和基底反力的变化都很缓慢，没有波动。但是变化的趋势很明确，基底反力缓慢下降，桩顶反力缓慢增加。7号楼基底反力后期变化不大，这是因为当地的地下水位很高，基底反力包括水浮力和土反力两部分。实测基底反力为11kPa，测到的可能只是水浮力。土反力已经接近于零，或者说部分土体已经脱开，基底反力已不太可能再降低了。9号楼的基底

33、反力略高些。说明还有一些土反力，而且土反力还在减小。因此9号楼基底反力减小的趋势比较明显。图2.3.5 土压力随时间逐渐减小的趋势工程长期监测数据证明了以下几点结论：1 实测的桩顶反力和基底反力是不断变化的，两者的比例关系是不断变化的，即桩土的分担比是不断变化的。在工程界中长期流行的固定分担比的概念，如三七开；二八开等的说法实际上是不存在的，因此是错误的。产生这一错误的原因是不了解桩的受力变形关系一直是具有很明显的非线性性质和随时间变化的性质，这种受力关系是不能用弹性理论来模拟计算的。桩土固定分担比的错误概念正是错用了弹性理论来进行桩土共同工作分析所误导的结果。2 实测数据表明在竣工以后的很长

34、时间内，桩与土对上部荷载的分担一直在变化：桩反力在增加；土反力在减少。复合桩基的设计是针对变化以后的最终状态进行计算的。这就是说，在竣工以后的一段时间内，桩顶的实际受力比计算小；基底的实际反力比计算大（可能增加10kPa，或者更多一些）。在基础梁、板的设计中必须考虑这种实际变化造成的不良影响。3 实测结果证实了复合桩基设计理论中关于桩土共同工作的概念：桩先受力；桩的受力达到极限后，承台底下的土体才受力。桩顶的实际受力肯定大于原来常规设计中的单桩允许承载力或单桩设计承载力，甚至能达到单桩极限承载力值。在桩的构件设计时，桩身材料强度验算必须与土对桩的极限承载力相匹配。4 在整个受力过程中，无论是受

35、力还是减少沉降都是桩，桩是作为一种刚性构件始终起主要作用的。而承台底下的土体则主要起安全储备、提高安全度的作用。复合桩基不是一种地基处理方法。也不是说必须在地基土能满足强度条件的前提下，加几根桩以减少沉降。因为这两种说法都与桩土共同工作实际机理相违背的。2. 4 工程实例：两组四幢复合桩基工程的对比为具体说明按沉降量控制的复合桩基设计方法的工程应用，列举两组共四个工程实例加以论述。在图5.29和图5.30中分别给出2组工程实例示意图，其中承台尺寸布置见图中所示， 图 2.4.1 同一建筑不同沉降控制值的桩基设计 为便于说明和比较用桩数量的变化，图 2.4.1是表示同一6层住宅在不同的沉降控制值

36、要求下的桩基设计。该6层住宅总荷载为68775 kN,首先假定条基面积为572.44m2。地基土的允许承载力为 85 kPa，地基土的极限承载力为170 kPa。考虑基底水浮力为11 kN/m2,。常规桩基设计，单桩极限承载力为240 kN，允许承载力为120kN。常规桩基础设计不考虑桩土共同工作，基底土压力为 68775572.44×11 = 62478，用桩量为62478÷120 = 521（根）。按沉降桩数曲线，当沉降控制值取20mm时，复合桩基设计用桩252根，用桩量不到常规设计的一半（图（a）。强度验算为：极限状态下桩土总承载力为252×240+572.

37、44×170= (KN)，总安全度K = ÷62478 =2.5，总安全度偏大，条基面积可缩小为A = （68775×2572.44×11252×240）÷170 = 416。如果沉降控制的要求更严，控制值为15mm时，按沉降桩数曲线，复合桩基设计应用桩435根，为常规设计的83%（图（b）。这时的强度验算为：基础总极限承载能力为：435×240 + 572.44×170 = (kN)。基底压力为：68775572.44×11 = 62478 kN。总安全度K = / 62478 = 3.23 >

38、2.0。为了降低造价，承台面积可大大减小。最小可减为：（68775×2572.44×11）（435×240）÷170 = 158（）。即承台面积只要大于121就可满足强度的要求。但实际上承台面积已不可能缩得这么小了。若对这两情况进行长期监测，在沉降达到稳定，桩土之间力的变化也趋于固定后，对于情况(a)，可测到平均桩顶反力为240KN，平均基底反力为2），其中水浮力为11KN/m2，其真正的土反力仅为7.4KN/m2。对于情况（b），上部荷载扣除水浮力后，全部由435根桩承受，平均桩顶荷载达不到极限承载力值，可测到的实际平均桩顶反力为，基底仅能测到水浮力1

39、1KN/m2。土起强度安全储备的作用，不直接参加工作。 图 2.4.2 体型不同、控制沉降量相同的建筑的用桩情况图 2.4.2(a) 为平面体量较小的建筑，同样在一般六层住宅的上部荷载作用下，它的沉降本来就较小，只要用较少的桩就可以将房屋沉降控制在允许值以内（20cm）。该建筑总荷载23606KN，条基总面积168m2,根据沉降控制条件,实际用桩55根。基底水浮力为10KN/m2,若按常规设计，单桩极限承载力为260KN,允许承载力为130KN，则用桩量为（23606×2168×10）÷260 = 176（根），实际用桩不到常规设计的。对于这幢房屋，若进行长期的监

40、测，忽略沉降发展过程中的种种变化，用桩量减少后，必须按桩土共同工作的极限状态进行强度验算，在极限状态时，桩土的总承载力为55260+168160+16810=42860（KN），总荷载为23606（KN），总安全度为K=1.82,K小于2.0,安全度偏大。若必须使安全度不大于2.0,则条基面积必须增大到195m2,即本工程最终的设计应为用桩55根，条基面积不小于195m2,达到最终稳定状态时，桩顶荷载应达到或超过260KN，基底土的反力应等于KN/m2。图(b)为平面体量较大的建筑。同样是6层住宅，因相邻影响的叠加，产生的沉降将较大。总荷载77480kn，条基总面积574.5m2, 根据沉降控

41、制条件,实际用桩392根。同样，按常规桩基设计，用桩量为（根）。实际用桩量为常规设计的强。用桩量减少后，必须按桩土共同工作的极限状态进行强度条件验算在极限状态时，桩土的承载力为392，总荷载为77480(KN)总安全度为K=。安全度偏大，工程设计中常通过缩小条基面积，使总安全度K接近于2.0。待到沉降稳定后。基础上部的扣除水浮力后全部有桩承受，平均每根桩上的荷载为，小于单桩极限承载力260KN，如进行长期监测的话，若干年后可测得桩顶平均荷载约为183KN，基底只能测到水浮力10KN/m2。基底土只作为安全度储备，没有直接参与工作，甚至可能脱开。2.5 29幢复合桩基的建筑物长期沉降观测 现把收

42、集的建筑物沉降观测资料进行汇总分析后，将其中部分资料列表于表 2.5.1和表 2.5.2中。其中全部资料均是康健新村的六层住宅，基础全部采用“按沉降量控制的复合桩基设计方法”设计，并采用200×200×1600（800二节）预制混凝土桩。表 2.5.1中列出18幢建筑物施工期沉降观测资料。一般情况下，当结构封顶时建筑物的平均沉降量约为2.9cm，最大沉降量约为3.4cm。竣工时建筑物的平均沉降量约为5.8cm，最大沉降量约为6.6cm。表 2.5.2中列出10幢建筑物实测推算的最终沉降量和计算沉降量。按实测资料推算的最终沉降量最大为15.5cm，最小为9.2cm，平均为13

43、cm；计算沉降量最大为19cm，最小为13cm，平均为16.7cm。计算值与实测推算值之差，最大为5.2cm，最小为2.9cm，平均为3.7cm。实测资料推算值与计算值之比，最大为0.83，最小为0.69，平均为0.77。这样，其精度已基本上能满足实际工程的要求。计算沉降量大于实测推算沉降量，主要有下列几个原因：1、设计人员为安全起见，计算的荷载值往往大于实际荷载。2、计算沉降量是估算建筑物的平均沉降，而实测沉降由于条件限制只能测量建筑物四周的沉降。3、沉降观测并不一定在建筑物加荷后立即进行，而往往是在建筑物建造到地面上后开始进行观测。实测沉降略偏小。4、地质报告提供的有关指标存在一定误差，同时，沉降计算方法也有一定的误差。5、沉降观测的误差以及实测资料推算稳定沉降方法而引起的误差。结论和几点意见：一 复合桩基是桩基础设计的一种