复合桩基设计方法

桩土共同作用的工程好用方法

——复合桩基设计方法

2.1引言

桩土共同作用问题始终受到岩土界同行的重视，是基础工程设计中人们常常反复探讨、反

复争辩的一个热点。该课题的探讨，大体上经验下面几个阶段。

一、在二四十年头，上海地区的桩基础设计事实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〃按下式确定：

（NK+GQ-AF

n=——上-------,工（2.1）

心

式中，NK—-上部结构荷载标准值；

GK一—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）：

A--承台下地基土允许承载力，上海地区一般取80kPa；

Pa--单桩允许承载力。

上式也可写成：

或：NK+GK='（〃*P“+A*L）（2.3）

式中，Pu---单桩极限承载力；

A--承台下地基土极限承载力；

K一一总平安系数

（2.1）和（2.2）式是采纳容许承载力的表达形式。而（2.3）式是采纳极限承载力和总平安度

的表达形式。在以后的章节中将具体说明（2.3）与（2.1）（2.2）式所表达意义的不同。但以

上三个公式表达的平安度是完全一样的。这些在三四十年头建立的、考虑了桩和承台下士共同

工作的桩基础的很多建筑经过六七十年后，至今依旧完好。调查表明，有些房屋甚至还“长岛”

了，即房屋的沉降小于四周的地面沉降。例如，外滩的中国银行。也有些房屋发觉基础下面土

与承台底面脱开。当时的桩基设计资料中都没有沉降计算的内容。

二、五十年头以后，我国普遍米纳的桩基设计是小考虑桩土共同作用的万法。即：

n>—^----^（2.4）

P”

NK+GA,</2*P（2.5）

P

N“+G”V——（2.6）

K

同时对重要建筑物的桩基础，渐渐增加了要进行基础沉降验算的要求。

70年头，在上海地区的某筒仓，桩筏基础，平面尺寸为35.2mX69.4m,桩为45cmX45cm

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，发觉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）认为上面与承台底脱开的缘由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。这在下文再进行探讨。但是，全部人都承认：与三、

四十年头相比，桩基础设计的平安度是大大地提高了。

三、80年头初，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担当，此时，承台下的土才真正

参与共同作用。

四、在八、九卜年头，同济高校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探讨工作。

九十年头起，管独立、刘惠珊等人从改进桩基础设计动身提出了“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，惋惜受到弹性分析中

“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、八十年头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探讨，在取得一

系列成果的基础上又进行桩土共同作用的探讨。至1988年，已形成复合桩基设计方法的初步

框架，起先在实际工程中应用。结合实际工程又开展一系列复合桩基的试验探讨和实际工程的

长期监测。加深了对桩土共同工作机理的相识，完善了“复合桩基”设计理论的表述。十多年

来，上海地区采纳该设计概念进行设计的建筑早已超过300万平方米，节约大量投资，引起全

国同行的重视。上海地区已在多层建筑中普诵应用，同时起先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，多层房屋不需采纳桩基，已将该方法用于高层建筑，取得

满足的成效。

装捷和宰金琅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二的与

工程实践上的总结和探讨。

2.2复合桩基的基本概念和设计方法

在经过细致视察、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

一种能比较照实、比较精确的桩基沉降计算的阅历方法的基础上；特殊是在试验和长期思索的

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

过桩的极限承教力两个阶段。这样，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好用设计方法一一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、且必需同时满足的条件。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

降计算方法不行靠，计算误差较大，无法干脆用限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，发觉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，有些探讨人员在强调共同作用时，乂常随意

地降低强度条件，例如提出强度条件打九折，提出平安系数降低等。或许这些探讨者确有某些

还表达不清的理由，但这一提法不妥当。建筑物的总平安度是各国依据自己的技术、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平安

度不小于2,这原则必需严格遵守。

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限制条件，并干脆以变形条件确定布桩数量。

探讨表明，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S=/(〃)(如图3.2.1)同时也可写成〃=b(S)。利用这条曲线,

对于不同的沉降量限制值与,都可干脆确定相应的用桩数量。

/?0>r(S)(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需是能符合实际，并达到确定的精度要求，在上

海地区由于经多年的探讨、大量的统计对比，已经得到了前述的这种较好的沉降计算阅历修正

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牢靠性。因此在上海地区这一条

基本概念在具体工程中应用时，得到了特别好的结果。

但是，离开上海到了其它地区，这一基本方法能否应用？当然，这一概念确定是可用的，

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。就目前土力学的探

讨水平，任何一种纯理论的方法都无法较精确地估算出这条曲线。必须要驾驭确定数量的同类

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，并取得当地的阅历修正系数，只能用这种半阅历的方法才能得到符合当地实

际的沉降量与桩数的关系由线。我们必需强调的是：上海的沉降计算阅历修正系数只适合在.上

海应用，其他地区的阅历方法和阅历修正系数必需自己在当地找。在没有找到自己的阅历方法

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

具体介绍)发觉。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，在第一阶段，荷载全部

由桩担当。其次阶段，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，其余增加的荷载儿乎全部由土承受。只有在其次阶段，承台下的土体

才真正参与了共同担当上部荷载的工作。在其次阶段最终，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上的极限承载力之和。

从上述简要描述也可以知道，桩土共同工作是一个困难的过程，且在漫长的沉降发展过程

中，桩与土中的应力状态还始终在变更。要完全将这些细微环节全部了解清晰，并用确定的数

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洁的弹

性或弹塑性模型完全描述的。但是桩土共同工作的最终极限状态却很简洁表达：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限制条件（即前文公式（2.3）：

/+G«=：（〃”,+A5）（2.3）

A

复合桩基的基本概念很简洁，设计时的限制方程仅（2.7）和（2.3）两个式子。但在具体设计

时，还应当留意到以下三点：

图2.2复合桩基优化过程框图

1）在具体的设计过程中，不行能一次就使强度和变形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，其次步是假定基础承

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。依据第三、四步的计

算结果返回到第一、其次步进行修正，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其次阶段，桩向土中刺入，这时土才真正参与共同工作。因此在计算

沉降时，即在计算沉降与桩数的关系曲线S=/（〃）时，必需留意到上述两阶段的变更：当桩

数比较多时，〃较大，平均安排与各桩的荷载3+G加小于单桩极限承载力，即（N+G）/〃工

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络量加桩尖刺入量再加桩身压缩。当桩的数量〃逐步削减时，每根桩

上的受力将增大，当（N+G）〃此R,时，就进入了前述其次阶段。由于各桩都先后达到极限，

桩的沉降明显增大，桩向土刺入，土体才真正参与共同工作。基础的沉降由承台下的土体所限

制。计算这时的基础沉降吊:，其计算点必定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，固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缘由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

的瞬时刚度安排，土面上会受确定的力。但以后的变更就不一样了，桩身的压缩基本上可认为

特别接近于弹性，而桩间的土体在通过摩阻力传来的应力作用下会接着压缩。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更。总的趋势是使桩的下部摩阻力和端承力渐渐增长；使桩的上部摩阻力

渐渐减小。同时，也使承台底板下的土反力渐渐减小，甚至完全脱开。因此在具体设计时，必

须要考虑到在沉降发展过程中，这些受力的变更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、土体隆起以后的回史。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枳，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确定量

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欠原的。

打桩产生的超空隙水压力的变更规律与建筑物卜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。主要缘由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

中早已得到了证明。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像。图231为某三单元六层建筑的场地工程地质剖面图。自然地

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米的主要属高压缩性的淤泥质

粘土层，孔隙比高达1.52,压缩模量仅为l.UMPa,地表.卜.13.6米起先为第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C

7YEWExc</>

4(kN/m3)%(MPa)(kPa)(0)

7

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20.10.68523.76.883119.5

图2.3.1康健某工程地侦剖面

2.3.2单桩垂直静载荷试验及极限承载力分析

表232桩极限承载力汇总表

距沉桩休止期(天)极限承载力(kN)相应桩端沉降(mm)

桩号

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0.2mx0.2m,桩长为16m,分三组，其中有两根，

沉桩休止期分别为32天和204天，进行更压试验。单桩垂直静载荷试验采纳慢速法加荷，极

限承载力汇总表见表2.3.2。单桩极限承载力初压为210〜300kN。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021nx0.2nn桩长为16m,承台尺寸为

地点仍在健康新村，地质资料同上。更合柱基垂直静载荷试验也采纳慢速法加

荷，测读各级荷重下的桩承台板位移变更值。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。首先,对试定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5()kN0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桩的极限承载力推断为600kN。对于试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

63.36mmo所以推断试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(％)

1501351590

2502104083

3502599174

40029011072

60032927154

表2.3.4试5-2复合桩的桩与上反力实测值

荷载(kN)桩反力(kN)土反力(kN)桩反力/总反力(％)

150144696

2502381295

3502965485

45029915166

55030624456

60032327754

65031933149

图2.3.2复合桩基试验

图2.3.2是其中一个试验。为了表达得更清晰，采纳了无量纲的值。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、是一个困难的过程。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更，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150kN荷载作用时，两组复合桩的桩顶反力分别为l35kN和l44kN（表

5.2和表5.3）,占总荷重的90-95%,随着总布载增至250kN时,两组复合桩的桩

顶反力分别为2l（）kN和238kN,桩顶反力占总荷载的百分比（桩的分担比）略有

削减，仍以桩的支承为主。

（3）当桩上荷载达到单桩屈服荷载值后，承台底的地基上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，沉降不断增加，而桩桩顶反力始终在300kN左右。明显，

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，桩无法再担

当增加的荷载，必需由承台底的地基土担当。

（4）特殊强调指出：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

8（）年头，在上海西南地基特殊懦弱的漕河泾、虹桥、梅陇等地区，依据城市规划发展的

要求，普遍进行大规模居住区开发建设。在这些地区离地表2〜3米以下一般分布有厚度达十

几米的高压缩性淤泥质土层。工程阅历证明，若在该地区采纳自然地基浅基础方案，6层居住

建筑的最终沉降量最大可达50〜60厘米，严峻影响正常运用，影响广阔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限制在容许范围内，成为一个具有

重要社会经济意义和迫切须要解决的课题。从1987年起先，结合上海市民用建筑设计院的设

计任务,将按沉降量限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。其中大部分位广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，以沉降量为限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

依据工程场地的地基土层组成特点，采纳断面为20X20cm的钢筋混凝土预制桩，C30混

凝土，桩长16m,分二段预制，接头采纳简易角钢焊接，采纳锤击法沉桩。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2〜3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

为了进一步检验按沉降量限制的复合桩基设计方法的牢靠性，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日起先量测，直至1993年5月12日居

民完全住满，正常运用，接着量测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2.3.3o

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5.20o从1991年6月28FI埋设完毕，同年8月16日起先量测，直至1993年5月12日

居民完全住满，正常运用，接着量测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2.3.4o

表2357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)

91.5.1000

7.9133.0

8.2113.111.58

8.2623.211.21

9.1334.713.08

9.2040.911.78

10.551.213.97

10.2967.112.23

92.1.1193.77.88

1.2496.77.66

3.3098.28.02

4.5101.79.84

5.19103.89.25

7.15109.911.04

10.13113.010.57

93.3.29132.210.78

5.12140.310.80

10.6139.710.85

94.2.2139.410.89

95.11.23141.310.22

注：最大和最小值除外的平均值

表2.3.69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)

91.6.2800

7.96.216.7

9.1319.515.7

9.2325.118.2

9.2725.418.4

10.526.718.5

10.728.518.2

10.1030.618.5

10.1231.518.6

10.1634.818.4

10.1937.418.5

10.2947.019.0

11.1862.321.6

12.1179.424.1

92.1.24109.419.1

3.30119.020.2

4.4119.917.8

5.19122.218.0

7.15124.518.3

10.13126.617.8

93.2.28130.317.7

5.12130.318.2

10.6130.418.1

94.2.2130.318.1

95.11.23141.816.7

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更

图2.3.4实测桩顶反力和土反力随时间的变更

从实测的桩顶反力与地基土压力数据分析可见:尽管两栋楼基础底面反力在整个监测过程

中，各测点的数据变更有快有慢，甚至有上下波动。基础中部、边部和角点的变更规律也不一

样。但总的、最主要的变更规律基本相同。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更都很缓慢，没有波动。但是变更的趋势很明确，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更入大，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“kPa,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。

工程长期监测数据证明白以下几点结论：

1.实测的桩顶反力和基底反力是不断变更的，两者的比例关系是不断变更的，即桩土的分担

比是不断变更的。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

事实上是不存在的，因此是错误的。产生这一错误的缘由是不了解桩的受力变形关系始终

是具有很明显的非线性性质和随时间变更的性质，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时间内，桩与土对上部荷载的分担始终在变更：桩反力在

增加；土反力在削减。复合桩基的设计是针对变更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，班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lOkPa,或者更多一些）。在基础梁、板的设计中必需考虑这种实际变更造成的不良影响。

3.实测结果证明白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。桩顶的实际受力确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

度验算必需与土对桩的极限承载力相匹配。

4.在整个受力过程中，无论是受力还是削减沉降都是桩，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平安储备、提高平安度的作用。复合桩基不是一种地

基处理方法。也不是说必需在地基土能满足强度条件的前提下，加几根桩以削减沉降。因

为这两种说法都与桩土共同工作实际机理相违反的。

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限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，

;.

•

二•:

□♦H

-•・

・

•・

口□

一•

□：•:

34800

(a)

:「

匚・.

口

二

：皆□

□・□

%□•口

汨

：

一

(b)

图2.4.1同一建筑不同沉降限制值的桩基设计

为便于说明和比较用桩数量的变更，图2.4.1是表示同一6层住宅在不同的沉降限制值要

求下的桩基设计。该6层住宅总荷载为68775kN,首先假定条基面积为572.44m?。地基土的允

许承载力为85kPa,地基土的极限承载力为170kPa。考虑基底水浮力为11kN/m)

常规桩基设计，单桩极限承载力为240kN,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68775-572.44X11=62478,用桩量为62478+120=521(根)。

按沉降一桩数曲线，当沉降限制值取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252X

240+572.44x170=157795(KN),总平安度K=157795+62478=2.5,总平安度偏大,条基面积

可缩小为人=(68775X2-572.44X11-252X240)4-170=416

假如沉降限制的要求更严，限制值为15mm时，按沉降一桩数曲线，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：基础总极限承载实力为：435X240

+572.44X170=201715(kN)。基底压力为：68775-572.44X11=62478kN。总平安度K=

201715/62478=3.23>2.0,为了降低造价，承台面积可大大减小。最小可减为：[(68775X2

2

-572.44X11)-(435X240)]+170=158(m)o即承台面积只要大于121nf就可满足强度

的要求。但事实上承台面积已不行能缩得这么小了。

若对这两状况进行长期监测，在沉降达到杉定，桩土之间力的变更也趋于固定后，对于状

况（a）,可测到平均桩顶反力为240KN,平均基底反力为箜霜怜士18.4（KN//〃？），其中

水浮力为11KN/n?,其真正的士反力仅为7.4KN/H?。对于状况（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

期笔费M=143.6KN,基底仅能测到水浮力IIKN/nA土起强度平安储备的作用，不干脆

参与工作。

17700

10200।7500

54000

图2.4.2体型不同、限制沉降量相同的建筑的用桩状况

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

原来就较小，只要用较少的桩就可以将房屋沉降限制在允许值以内（20cm）。该建筑总荷载

23606KN,条基总面积168m）依据沉降限制条件，实际用桩55根。基底水浮力为lOKN/m?,若

按常规设计，单桩极限承载力为260KN.允许承载力为13OKN,则用桩量为（23606X2—168

X10）4-260=176（根），实际用桩不到常规设计的。对于这幢房屋,若进行长期的监测，忽

视沉降发展过程中的种种变更，用桩量削减后，必需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),

总平安度为K=膘=1.82,K小于2Q平安度偏大。若必需使平安度不大于2.0,则条基面积必需

增大到195m\即本工程最终的设计应为用桩55根，条基面积不小于195m5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侬铲笠=48KN/n?。

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574.5n?,依据沉降限制条件，实际用桩392根。同样，按常规桩

基设计，用桩量为辿铲也=552(根)。箸xl00%=71%实际用桩量为常规设计的强。

用桩量削减后，必需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，桩上f勺承载

力为392x260+574.5x160+574.5x10=199585(,总荷载为77480(KN)总平安度为

K=J^=2.58。平安度偏大，工程设计中常通过缩小条基面积，使总平安度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

典就皿=183KN,小干单桥极限承载力260KN,如进行长期监测的话,若干年后可测得

桩顶平均荷教约为183KN,基底只能测到水浮力10KN/m2o基底土只作为平安度储备，没有

干脆参与工作，甚至可能脱开。

2.529幢复合桩基的建筑物长期沉降观测

现把收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，基础全部采纳“按沉降量限制的复合桩基

设计方法”设计，并采纳200x200x1600(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。一般状况下，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3.4cm0竣工时建筑物的平均沉降量约为5.8cm,最大

沉降量约为6.6cmo

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13cm；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，主要有下列几个缘由：

1、设计人员为平安起见，计算的荷教值往往大于实际荷教。

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、沉降观测并不确定在建筑物加荷后马上进行，而往往是在建筑物建立到地面上后起先

进行观测。实测沉降略偏小。

4、地质报告供应的有关指标存在确定误差，同时，沉降计算方法也有确定的误差。

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。

结论和几点看法：

一.复合桩基是桩基础设计的一种新概念和新方法。正因为它是新的，现在就想立刻对它的

应用范围下结论，无论说应用面可以很大或只能很小都是不对的。我们必需激励人们进行

探究，但又应提示探究者：探究是有风险的，工程技术人员对技术风险是要担当责任的，

因此必需谨慎。

二.依据复合桩基的两条基本概念，这种新方法只适合亍摩擦桩或以摩擦为主的桩。只有对

这种类型的桩，当桩顶荷载达到土体对桩的极限支承力时，桩能向土体中刺入。才能保证

承台下的土体和桩一起共同工作。最简洁的方.法是作单桩静荷载试验时，在保证桩的支承

力不下降的同时，桩的沉降能达到150mH1,或者200mnu

三.依据复合桩基的两条基本概念，在这种新方法中用桩数量是由沉降量的限制条件二脆确

定的。沉降计算的精确性在本方法中显得尤为重要。正如本文所说，目前工程中所用的任

一种沉降计算方法都是半阅历性的。都依靠于当地的阅历修正，依靠于当地大量实测长期

沉降观测资料的统计分析。能达到确定精度的好用沉降计算方法确定是有剧烈的地方特

征。各地区在求得当地的沉降“算方法时可以不一样。但是假如想用于复合桩基口算，这

种计算方法：必需能建立沉降与桩数的关系；必需能模拟计算桩顶荷载小于极限没发生刺

入和达到极限产生刺入的实际状况。类似与实体深基础这类过分简化的沉降计算方法不能

用。

四.地基土的极限承载实刀也是一个在土力学中还没有解决的难题。它的破坏模式究竟是怎

样的？在压缩性很大的软土上，是否还会有明显的滑移面存在？当基础的宽度或深度较大

时，例如对于地下室的底版，地基十极限承载力会有怎样的变更？有些地区甚至可能还拿

不出当地士的极限承载力的阅历值。在这种状况下，建议取用当地地基土承载力特征值的

两倍。一般它不会大于真正的地基土极限承载力值。

表2.5.118幅建筑物施工期的沉降观池资料

序号12345678910II12131415161718

邻居11222225555551212121212

房号36245691234561011121315