上海地區某高層建筑樁基設計研究

馬東亞

（同濟大學建筑設計研究院（集團）有限公司，上海200092）

1 工程概況

某高層建筑位于上海市浦東新區世博園地塊，由1幢高度79.99 m的18層辦公樓、6層高度28.2 m的配套裙房以及4層埋深約18 m的地下室組成，總建筑面積6.98萬m2。

2 結構設計簡介

結構設計使用年限為50年，結構安全等級為二級，地基基礎設計等級為甲級，抗震設防類別為標準設防類，抗震設防烈度為7度，設計基本地震加速度為0.10 g，設計地震分組為第二組，建筑場地類別為Ⅳ類，場地特征周期0.90 s，50年一遇基本風壓為0.55 kN/m2，建筑高度大于60 m時，承載力設計時風荷載效應放大系數取1.1，地面粗糙度類別B類。整體結構模型如圖1所示。

圖1 結構模型Fig.1 Structural model

1～6層裙房和塔樓不設縫，平面布局為L形，尺寸為73 m×62 m。塔樓標準層平面布局為矩形，尺寸為49 m×37 m，核心筒尺寸為27 m×13 m。外框架柱網尺寸9～12 m，外框架柱截面從底層到頂層由1.1 m×1.3 m變截面至0.9 m×0.9 m。核心筒剪力墻外墻厚度400mm，內墻厚度300 mm，如圖2所示。核心筒剪力墻和框架柱的凝土強度等級從底層到頂層由C60降低至C40。

圖2 標準層結構布置圖（單位：mm）Fig.2 Standard layer structure layout（Unit：mm）

本工程為超限高層，采用YJK和PMSAP兩種軟件進行計算。其中多遇地震下YJK計算結果如下：結構自振周期，T1=2.13 s（Y平動），T2=1.99 s（X平動），T3=1.71 s（扭轉）。地震作用下最大層間位移角為1/846（X方向）和1/854（Y方向）。風荷載作用下最大層間位移角為1/5 468（X方向）和1/3 364（Y方向）。罕遇地震下采用PKPM軟件EPDA&PUSH進行靜力推覆分析，最大層間位移角為1/198（X方向）和1/172（Y方向）。

地下室結構形式為框架梁板結構+混凝土內襯墻。本工程地下室埋深約18 m，埋深較深，基坑圍護結構采用地下連續墻。連續墻和內襯墻之間為復合式結構，連續墻內側敷貼防水層（膨潤土防水毯）后澆筑內襯墻，兩墻之間的接觸面不能傳遞剪力，只能傳遞法向壓力。施工階段水土壓力由連續墻承受，使用階段內襯墻承受水壓力。

3 地質水文和樁基選型

3.1 工程地質概況

本工程場地所在區域地貌類型為長江三角洲入海口東南前緣濱海平原地貌類型，地勢較平坦。處于建筑抗震一般地段。主要地層分布穩定、均勻，不存在地基土液化、地基震陷、斷裂、滑坡、崩塌、泥石流、地裂縫、巖溶等影響場地穩定性的不良地質作用及地質體，場地穩定性較好，適宜建造建筑。場地土層分布和樁基承載力設計參數詳見表1。

表1 土層分布和樁基承載力設計參數Table 1 Soil layer distribution and design parameters of pile foundation bearing capacity

3.2 地下水位高度

本場地淺部地下水根據其埋藏特征可分為淺部土層中的孔隙潛水和深部⑤2層各亞層、⑦2層及⑨層中的承壓水。本場地地下水和地基土對混凝土具有微腐蝕性，在長期浸水及干濕交替條件下，地下水對鋼筋混凝土結構中的鋼筋具有微腐蝕性，地下水對鋼結構有弱腐蝕性。

場地內地下水高水位埋深取設計室外地面以下0.5 m。考慮到本工程位于世博園區域，周邊大量在建或將建項目施工降水會影響本工程，且本工程采用地下連續墻圍護結構，停止施工降水后，水位回升需要一定時間，結合本地相關項目設計經驗和相關文獻，本工程設計低水位水頭高度取4.8 m。

3.3 樁基選型

從環境條件分析，本工程設4層地下室，基礎埋深約18 m，預制樁沉樁送樁器長度過長。北側緊貼在建地下空間，南側緊鄰市政共同管溝等。從沉樁可行性分析，第⑤2-1層砂質粉土夾粉質黏土厚度較厚，沉樁難度較大。因此采用鉆孔灌注樁。

3.4 持力層選擇

⑦2層粉砂，中～中偏低壓縮性，工程力學性質良好，空間分布穩定，層厚較厚，選擇作為樁端持力層。⑨1層粉砂夾粉質黏土層，層間夾不均勻粉質黏土薄層及團塊，且層厚較薄。⑨2層粉砂埋藏過深，因此⑨1層和⑨2層均不選擇作為樁端持力層。由于裙房和外擴地下車庫所占面積較小，為有利于設計及施工統一管理，裙房和外擴地下車庫持力層也選擇⑦2層粉砂。

3.5 塔樓下樁基樁端后注漿

本工程塔樓下灌注樁直徑為800 mm，為大直徑樁基。樁基采用泥漿護壁法施工，樁側泥皮較厚，且塔樓下大直徑樁基孔徑引起的孔壁應力釋放也會削弱樁側摩阻力。樁端沉渣較厚使得樁端阻力不能發揮，同時也會削弱樁側摩阻力的正常發揮。特別是當樁穿越深厚的第⑦層砂層時，樁端沉渣厚度很難控制，在一定荷載作用下，樁身可能產生陡降型的突發性刺入破壞，樁身承載力大幅降低。樁基采用樁端后注漿灌注樁的實測資料分析表明，注漿后樁端支承條件的改善不但使樁端阻力有大幅度提高，而且樁側摩阻力也有大幅度提高。

本工程注漿水泥采用42.5#普通硅酸鹽水泥，水灰比0.55～0.6，注漿流量32～47 L/min。根據《建筑樁基技術規范》（JGJ 94—2008）中6.7.4條估算每根樁樁端注漿水泥用量如下：

根據上海市《地基基礎設計規范》（DGJ 08-11—2010）中7.1.12條文說明：樁直徑800 mm時注漿水泥用量不少于2.0 t，本工程最終估算每根樁注漿水泥用量不小于2.0 t。

4 樁基計算和設計

4.1 樁剛度迭代計算

第一步，上部結構荷載矩陣［F］已知，需要初始假定樁剛度［Kp0］才能得到由上部結構剛度（包含地下室和地上結構剛度）、筏板剛度和樁剛度組成的剛度矩陣［K0］。筏板變形即位移矩陣［Δ0］=［F］/［K0］，進而得到樁反力矩陣［P0］=［Δ0］×［Kp0］，根據規范樁基沉降計算公式求解得出樁基沉降矩陣［S0］。由于［Kp0］為初始假定樁剛度矩陣，因此［S0］和［Δ0］并不相同。

第二步，［P0］/［S0］得到新的樁剛度矩陣［Kp1］，［Kp1］與上部結構剛度（包含地下室和地上結構剛度）和筏板剛度組成新剛度矩陣［K1］，進而進一步求解［Δ1］，［P1］，［S1］。反復迭代計算幾次，直至［S n］和［Δn］的差異小于某個設定的數值為止。

本工程樁基計算采用YJK-F程序，初始假定樁剛度［Kp0］可根據等效作用分層總和法計算。樁剛度迭代過程中沉降計算采用Mindlin應力計算公式為依據的單向壓縮分層總和法。為減少計算時間，本工程［Sn］和［Δn］的差異設定為2 mm，迭代4次完成。

圖3表示核心筒中心處及外框柱處筏板彈性變形和沉降在迭代過程中的變化曲線。從圖中可以看出：初始假定樁剛度計算出的筏板彈性變形和沉降相差較大，通過迭代計算兩個數值差異逐步趨于2 mm。迭代完成后核心筒中心處沉降比初始沉降小8 mm，相對小了20%。

圖3 沉降和變形Fig.3 Settlement and deformation

圖4 表示迭代過程中樁線剛度和筏板內力的變化過程。從圖4（a）中可以得出由等效作用分層總和法計算得到的初始樁剛度和迭代計算出的樁剛度有較大區別，進而導致圖4（b）中筏板內力的變化較大。由等效作用分層總和法計算得到的外框柱和核心筒下樁初始樁剛度約為659 000 kN/m和634 000 kN/m；迭代計算后外框柱和核心筒下樁剛度為159 000～166 000 kN/m和58 000～71 000 kN/m，越靠近內側，樁剛度越小。外框柱處迭代完成后內力是初始內力的90%，核心筒外墻處迭代完成后內力是初始內力的197%。

圖4 樁線剛度和筏板內力Fig.4 Stiffness of pile and internal force of raft

4.2 變剛度調平設計

根據《建筑樁基技術規范》（JGJ 94—2008）中3.1.8條，本工程樁基進行樁基變剛度調平設計。均勻布樁的初始豎向剛度分布是均勻的，隨著上部荷載的增加，由于土與土、樁與樁以及樁與土的相互作用，導致樁群剛度發生外強內弱變化。沉降變形表現為蝶形分布，樁反力表現為馬鞍形分布。為減小上述負面效應，核心筒區域采用梅花形布樁和矩形布樁兩種形式，計算可得沉降值（表2）、沉降等值線（圖5）、筏板X向和Y向彎矩設計值（圖6，圖7）。從表2和圖5～圖7中可以得出：梅花形布樁外框柱和核心筒中心處沉降差相比于矩形布樁沉降差小了28%；梅花形布樁筏板在核心筒外墻處的最大X向彎矩從4 007 kN·m降至3 747 kN·m，降低了7%，最大Y向彎矩從3 626 kN·m降至2 868 kN·m，降低了26%。因此梅花形布樁可以減小由于沉降差引起的筏板內力進而減小上部結構的次應力。

表2 梅花形和矩形布樁核心筒和外框柱沉降值Table 2 Settlement of core and outer frame columns for plum-shaped and rectangular piles mm

圖5 核心筒區域梅花形和矩形布樁沉降等值線（單位：mm）Fig.5 Settlement contours of plum-shaped and rectangular piles in the core tube area（Unit：mm）

圖6 核心筒區域梅花形和矩形布樁筏板X向彎矩值（單位：kN·m）Fig.6 X-direction bending moment of raft of plum-shaped and rectangular piles in the core tube area（Unit：kN·m）

圖7 核心筒區域梅花形和矩形布樁筏板Y向彎矩值（單位：kN m）Fig.7 Y-direction bending moment of raft of plum-shaped and rectangular piles in the core tube area（Unit：kN·m）

4.3 抗壓抗浮設計

本工程塔樓下樁基采用800 mm直徑灌注樁，樁端后注漿，樁長36 m，單樁豎向抗壓承載力設計值為3 900 kN。裙房和外擴地下車庫采用600 mm直徑灌注樁，樁長35 m，單樁豎向抗壓承載力設計值為2 250 kN。單樁豎向抗拔承載力設計值為1 400 kN。

低水工況下塔樓、裙房和外擴地下車庫下樁基均受壓。塔樓核心筒區域均勻布樁，外框柱下集中布樁。樁位如圖8所示。

圖8 樁位圖Fig.8 Pile layout

高水位工況下塔樓下樁基均受壓，裙房和外擴地下車庫下樁基均受拉。外擴地下車庫標準跨度9 m×9 m范圍內經計算需要抗壓樁3根，抗拔樁6根。圖9為三種樁基布置形式。方案1為沿軸線布置，方案2為柱下集中布置，方案3為柱下集中布置抗壓樁，抗拔樁均勻布置。計算分析可得：方案1跨中底板彎矩較大，柱下底板彎矩和沖切力均較大，可通過加厚柱下底板厚度解決；方案2跨中底板受力最大；方案3有效地解決了以上問題，本工程選用方案3。

圖9 抗拔樁布置方案（單位：mm）Fig.9 Anti-uplift pile layout scheme（Unit：mm）

4.4 試樁和樁身完整性檢測設計要點

本工程樁基設計等級為甲級，應進行工程前試樁。試樁時樁頂標高為自然地坪標高，因此試樁極限值應附加上自然地坪至正常使用階段樁頂標高范圍內樁側阻力標準值。600 mm直徑灌注樁試樁采用堆載法，試樁極限值為5 150 kN。800 mm直徑灌注樁試樁采用錨樁反力加載法，如圖10（a）所示，試樁極限值為9 040 kN。3根試樁結果分別為9 235 kN、9 198 kN、9 056 kN，試樁結果滿足要求。

圖10 錨樁反力加載法和超聲波透射檢測Fig.10 Anchor pile reaction force loading and ultrasonic transmission inspection

本工程樁身完整性檢測采用低應變動力檢測和超聲波透射檢測。超聲波透射檢測時，2根50 mm內徑聲測鋼管下部伸出樁端200 mm，上部延伸至地面（或樁頂）以上不小于300 mm。聲測管高出地面部分應封口，以防雜物落入，如圖10（b）所示。

4.5 樁身設計要點

（1）上海市《地基基礎設計規范》（DGJ 08-11—2010）中承壓樁樁身混凝土強度驗算是不考慮鋼筋貢獻的，這與《建筑樁基技術規范》（JGJ 94—2008）的規定不同。本工程工程樁采用水下C35混凝土，抗壓試樁采用水下C45混凝土。由于試樁過程短暫，驗算樁身強度時，混凝土強度等級采用標準值。

（2）抗拔樁裂縫驗算時，樁身位于穩定水位以下，裂縫按0.3 mm控制。根據上海市《地基基礎設計規范》（DGJ 08-11—2010）條文說明中7.2.11條，計算裂縫時保護層厚度取30 mm。抗拔試樁由于試樁過程短暫，裂縫驗算取0.4 mm，待加載結束后，裂縫會逐漸閉合。

（3）本工程樁基為端承摩擦樁，樁身內力隨樁身入土深度增加而降低，樁基縱筋可分段截斷布置以優化減少配筋。

5 結 論

本文以上海地區某高層建筑樁基設計過程為背景，主要進行了以下工作：

（1）根據地勘報告和上海地區工程實例經驗進行樁基選型、持力層選擇、地下水位高度的確定以及為增加大直徑灌注樁承載力的可靠性，采用樁端后注漿。

（2）通過假定初始樁剛度，迭代計算確定設計樁剛度。迭代完成后核心筒中心處沉降比初始沉降小8 mm，相對小了20%。外框柱處迭代完成后內力是初始內力的90%，核心筒外墻處迭代完成后內力是初始內力的197%。

（3）進行了樁基變剛度調平設計，計算了核心筒區域梅花形和矩形布樁兩種形式下的沉降。梅花形布樁外框柱和核心筒中心處沉降差相比于矩形布樁沉降差小了28%，梅花形布樁筏板在核心筒外墻處的最大X向彎矩降低了7%，最大Y向彎矩降低了26%。因此梅花形布樁可以減小由于沉降差引起的筏板內力，進而減小上部結構的次應力。

（4）比選了柱下集中布樁、均勻布樁以及柱下集中布置抗壓樁，抗拔樁均勻布置3種布置方案的優劣，最終選擇方案3。

（5）簡單介紹了試樁、樁身完整性檢測以及樁身設計要點。

致謝 感謝同濟大學建筑設計研究院(集團)有限公司陳曦高級工程師在本項目中對作者的悉心指導和幫助。