某高层建筑位于华南沿海，由多层地下室与多栋剪力墙住宅塔楼组成，各塔楼结构布置基本一致。原设计采用桩基础，但因试桩承载力严重不足，故需进行基础加固。笔者单位受邀参与征集加固方案。经查原设计图纸知，原工程桩采用桩端和桩侧后注浆，塔楼间设置沉降后浇带。单栋塔楼筏板面积1 600m²，塔楼桩径1 200，桩长50m，桩间距3.6m，桩均匀布置，桩数约110根。桩端持力层为中砂层(10)或粉质黏土层(11)，设计抗压承载力特征值11 000kN。裙房桩径800，桩长30m，桩端持力层为中砂层(8)，设计抗压承载力特征值4 500kN，抗拔承载力特征值3 000kN。工程桩均从地面成桩，成桩工艺主要为回旋钻孔灌注桩。工程桩均已施工完成，基坑尚未开挖。

　　 经查原试桩资料知，1 200桩，原静载试桩的最大预估加载23 400kN，第一级加载4 680kN，后续每级增加2 340kN。较多检测桩的最大加载为4 680kN和7 020kN时，累计沉降量已超过60mm，且未达稳定标准，故中止试验。试桩曲线为直线陡降型。800桩，按抗拔6 000kN、抗压9 000kN进行静载试桩，结果均满足设计要求。

　　 经查原检测资料知，已采用低应变和钻芯检测桩身完整性，未见出现明显的颈缩、夹泥、断桩等缺陷情况。因地下室高度范围存在较厚淤泥质黏土，仅该区段局部存在蜂窝，波速3 800～4 000m/s。钻芯深度在50m时已经穿出桩身，无法查明桩底沉渣情况。综合判定有效桩长范围混凝土强度满足设计要求。

　　 经查地勘报告资料知，各栋塔楼底板下主要为中砂层(6)，中砂层(6)下则为粉质黏土层(7),(9),(11)和中砂层(8),(10),(12)的互层，粉质黏土层与中砂层的总厚度超过100m。岩层埋深大，普遍在地面以下120m，且为强度较低的风化凝灰岩。底板下的各层粉质黏土均为超固结土，平均超固结系数1.30。有效桩长范围内的主要土层地质年代较为古老，为Q₁^m和N₂^m地层，各土层特性简述如下:

　　 (6)层中砂(Q₁^m):饱和，中密～密实，黏粒含量约10～20%，局部夹薄层黏土和深褐色砂砾胶结层。层厚1.1～11.9m。标准贯入实测击数16～31击，平均20.2击。

　　 (7)层粉质黏土(Q₁^m):可塑，层理面夹薄层粉细砂、粗砂，层厚10.8～27.9m。天然含水量42.30%，孔隙比1.25，压缩系数0.49MPa^-1，标准贯入实测击数14～34击，平均21.6击。

　　 (8)层中砂(Q₁^m):饱和，中密～密实，黏粒含量约15%，局部夹薄层粉砂及黏土。层厚1.3～29.8m。标准贯入实测击数23～49击，平均36.7击。

　　 (9)层粉质黏土(N₂^m):可塑，夹薄层粉细砂与粉质黏土互层，层厚0.8～20.5m。天然含水量38.0%，孔隙比1.15，压缩系数0.44MPa^-1，标准贯入实测击数37～48击，平均41.6击。

　　 (10)层中砂(N₂^m):饱和，密实，层厚2.7～24.4m，以中砂颗粒为主，含大量贝壳碎片，局部岩芯胶结程度较好，锤击易碎，夹薄层粉细砂及黏性土，黏粒含量约10%，标准贯入实测击数33～49击，平均42.6击。

　　 (11)层粉质黏土(N₂^m):可塑～硬塑，夹薄层粉细砂、粗砂，局部夹砂砾、贝壳钙质胶结层。层厚4.8～31.5m。天然含水量34.1%，孔隙比1.02，压缩系数0.42MPa^-1，标准贯入实测击数45～58击，平均51.1击。

　　 (12)层中砂(N₂^m):饱和，密实，层厚6.0～23.5m，以中砂颗粒为主，含大量贝壳碎片，局部岩芯胶结程度较好，锤击易碎，夹薄层粉细砂及黏性土，黏粒含量约15%，标准贯入实测击数65～67击，平均66.50击。

　　 地勘报告桩基设计参数建议值见表1，表1所提供的桩极限侧阻力标准值和极限端阻力标准值与区域经验的取值较为吻合。

　　 按表1，近似取桩侧各土层平均侧阻为80kPa，中砂层(10)的端阻为2 000kPa反算原桩承载力，则取桩侧注浆侧阻增强系数为1.2，桩端注浆端阻增强系数为1.5时，得到的桩承载力与原设计承载力基本一致。但为何800长30m的较短桩能满足设计要求，1 200长50m的长桩反而不满足设计要求?显然应全面分析可能的原因。

　　 试桩的荷载-变形曲线和低应变、钻芯法检测数据表明，本工程塔楼下的基桩承载力不足，并非桩身强度引起，而是桩侧桩端的承载力不够。桩侧阻和端阻大幅度丧失，且后注浆也没有发挥作用。经分析，笔者认为影响桩侧阻力、桩端阻力发挥的主要因素有:

　　 (1)成桩时间长。桩径大、桩身长，导致成桩时间长。经查成桩记录，1 200桩的成桩时间普遍超过48h，局部桩达到175h。800桩的成桩时间则普遍在24h内。成桩时间长会导致泥皮过厚。钻孔灌注桩为非挤土桩，成孔时在深层围压下，原较厚且较密实中砂层、超固结粉质黏土层应力释放，孔壁周围土出现松弛现象。成桩时间越长，孔壁泡水后软化影响越严重，桩侧阻力降低越多。

　　 (2)桩侧泥皮过厚，桩底沉渣过厚。泥皮影响桩侧阻力的发挥。在厚中砂层中成孔，容易导致埋钻、塌孔，为避免塌孔就得使用大比重泥浆，从而更易导致泥皮过厚。桩底沉渣过厚会导致桩端承载力损失。

　　 (3)中砂含贝壳碎片成岩。贝壳碎片粒径大于中砂粒径，桩端持力层中砂层(10)含有大量贝壳碎片胶结，易形成高孔隙比、低强度的生物碎屑岩，后注浆时易产生泄浆通道，导致后注浆不能发挥作用。

　　 (4)承压水影响。本场地中砂土和粉质黏土交替分布，成桩时打通了上下层水力联系。中砂层中的水为承压水，水位高且受潮汐变化影响。如护壁泥浆及循环处理不当，则容易导致中砂层的细颗粒流失，从而影响桩侧和桩端阻力发挥，甚至导致塌孔。

　　 (5)其他因素。施工工艺影响成桩时间和泥浆用量，清孔方式影响沉渣厚度、孔壁周围土的松弛程度。外部的施工条件、运输条件限制等影响成桩时间，从而影响成桩质量。

　　 因塔楼高150m，为确保安全，多家单位基本都主张采用大直径超长桩加固方案。例如，采用长80m的超长桩，按新旧桩数量比1∶1进行补桩，桩端持力层为中砂层(12)，要求单桩承载力和原桩相同，对原桩做废桩处理。以单栋塔楼110根加固桩计算，该方案加固桩的混凝土工程量为9 954m³，按每立方米综合造价1 700元估算，加固费用约为1 690万元。

　　 对本工程而言，根据第3节的分析，显然并不是桩越长越好，甚至可能适得其反。笔者提出采用有效桩长30m的较短桩，按新旧桩数量比1∶3进行补桩，并合理利用原大直径桩的潜在承载力以及桩底土的部分承载力。这是非常大胆和有创新的做法，与通常的废除原桩、补长桩的解决思路完全不同。以单栋塔楼330根加固桩计算，该方案加固桩的混凝土工程量为2 800m³，估算加固费用约为476万元，仅为上述大直径超长桩方案的28%。显然此加固方案对减小业主的后续工期及综合经济损失非常有利。

　　 本工程采用考虑桩间土承载力贡献的桩筏基础方案进行加固设计。综合上述分析，对后续新增加固桩，若有效桩长采用30m，可减小成桩时间，同时桩端土层为中砂层(8)，无生物碎屑岩的影响，成桩时也不会联通中砂层(8)与中砂层(10)。成桩工艺采用旋挖桩，可减小成桩时间。桩采用小直径桩，可减少对中砂层的扰动及塌孔几率，单桩承载力较有保障。

　　 塔楼筏板下，经深宽修正后，按中砂层(6)计算，地基承载力特征值超过600kPa，按粉质黏土层(7)计算则为417kPa。按地勘报告，粉质黏土层(7),(9),(11)均为超固结土，前期平均固结应力分别为600,1 000,1 300kPa，可将前期固结应力作为地基承载力特征值。综上，可认为筏板下所有土层的承载力特征值不小于600kPa。

　　 本工程位于海边，设防水位取地坪下0.5m，常年水位变化为1.5m。考虑让水浮力承担一部分上部建筑传来的总荷载，是超高层建筑工程中桩筏基础设计的常用做法。结合国内超高层建筑设计经验，尤其是上海地区的做法，建议可按设防水位的60%进行折减以计算水浮力，该做法偏于安全。本工程筏板面标高为-11.5m，板厚2.5m，筏板底标高为-14.0m，计算得的水浮力为79kPa。

　　 经查原结构计算模型知，作用于塔楼筏板上的竖向等效均布荷载标准值为534kPa，扣除水浮力后，如采用筏板基础，则由土承担的荷载为455kPa，小于土层的允许承载力。这说明筏底土有足够的承载力，满足受力要求。沉降计算时，扣除基底以上土的有效自重应力185kPa，则基底附加压力为348kPa，按筏板基础计算的沉降值将超过100mm，数值较大。鉴于本项目为高烈度区超高层建筑，需控制总沉降量，因此采用桩筏基础进行加固设计比较安全、合理。

　　 原工程桩承载力仅为设计值的20%～30%，显然对如此大直径且根数较多的长桩，若完全不考虑其承载力，将是极大浪费。可结合工程经验类比，对已施工桩的潜在承载力进行适当考虑。

　　 广东省标准《建筑地基基础设计规范》(DBJ15-31—2016)^[1](简称广东省地基基础规范)提供了当护壁泥浆使得桩侧形成较厚泥皮、桩端较厚沉渣时，桩侧摩阻力经验值。对类似工程，有较高参考价值。可取对应软塑黏性土的侧阻力特征值为14～24kPa。考虑到群桩效应会降低单桩承载力，结合试桩数据，取侧阻下限值计算后再取整，则可得到原桩承载力特征值为2 000kN，即对应极限承载力为4 000kN。本工程中，当原试桩最大加载超过4 680kN时，取原桩承载力特征值为2 000kN。

　　 对于最大加载量为4 680kN级别的原桩，根据试桩曲线，当加载至2 340kN时，桩顶沉降约为30mm。考虑到实际存在的群桩效应，以及短期加载与长期受荷的差异，对抗压刚度按60%左右进行折减，则原桩抗压刚度可取50 000kN/m。

　　 新增补强桩，桩间距1 800mm，仅桩端后注浆，有效桩长30m，桩端位于中砂层(8)，按桩身平均侧阻力70kPa，端阻力2 000kPa计算，不考虑桩端注浆的有利作用，补强桩承载力特征值可取为2 000kN。此值与原有桩承载力相同，有利于进行补强设计。

　　 现场按本加固设计方案要求，于大规模施工前进行了9根新增600桩静载试验。采用原施工工艺试成桩。静载试验结果表明，、有效桩长30m的小直径较短桩的承载力完全满足设计要求，验证了加固方案的可行性。实测桩的极限承载力均超过5 000kN，且试桩曲线为典型的缓变型。根据试桩数据，考虑到实际存在的群桩效应，以及短期加载与长期受荷的差异，新增桩抗压刚度可取75 000k N/m。

　　 采用补强桩，按照新旧桩数量比1∶3进行补桩。初步估算，原有桩加补强桩总承载力为原设计单桩承载力的4/5，则当筏板底土承担总荷载的1/5时，即可达到与原设计相同的安全度，此为按原桩承载力100%利用率时的情况。根据原设计桩数、筏板面积及单桩承载力反算得到土的平均反力为150kPa，仅为筏板底土承载力的1/4，有足够安全储备。塔楼基础加固布置如图1所示。

　　 “原桩+新桩+筏板底土”共同承担上部荷载，是桩筏基础计算的基本模式。桩土结构共同作用非常复杂，影响因素众多。工程设计中普遍采用的桩筏基础简化分析方法为:采用线弹簧模拟桩、面弹簧模拟土，将上部结构荷载以及一定楼层刚度集中到筏板，建立有限元模型求解桩土反力、筏板内力和变形。

　　 本工程筏板底土为中砂层(6)，根据经验，模拟土的面弹簧刚度可取值为10 000～40 000kN/m³。“原桩+新桩+筏板底土”模式中，土弹簧刚度值需反复试算并进行调整，使得竖向荷载下有限元计算所得筏板变形量与群桩基础沉降估算量基本一致，以间接反映桩土结构相互作用。

　　 本工程采用YJK软件的基础模块，在原设计上部结构计算模型的基础上，建立桩筏基础加固计算模型。偏安全考虑，加固模型中，对3层地下室楼层，仅考虑塔楼范围的结构，不考虑塔楼间的柱网，也不考虑地下室侧壁的作用。根据上述方法，进行常规桩筏基础内力、变形、配筋计算。因存在大范围的封闭式地下室及地下室侧壁，上部结构也以地下室顶板为嵌固端，水平力的传递可考虑完全由地下室楼盖承担，故可不进行桩基水平承载力验算。

　　 文献[2]总结了国内外20多栋超高层建筑桩筏、桩箱基础的实测数据，结果表明，当筏板底土为已固结土且与筏板保持接触时，即使只按桩基础设计，筏板底土仍参与承担上部荷载，但实测的土分担荷载比多介于10%～25%之间，建议常规可按15%进行考虑。据此，本工程按考虑筏板底土的分担荷载比为0%(下限)、15%(上限)两种情况分别进行验算。

　　 考虑到每栋塔楼仅静载试桩抽检了3根，且结果已体现出较大的离散性，在不加倍进行抽检情况下，要完全准确评估原有桩的承载力，有一定的潜在风险。因此，需要考虑原桩承载力全部丧失的极端情况。此时，“原桩+新桩+筏板底土”基本模式变为“新桩+筏底土”的减桩模式，针对此极端情况进行验算。因建筑物的刚度及整体性较好、地基承载力满足要求，可认为桩主要用于控制或减少沉降，此时由地基条件决定的单桩承载力特征值可取极限承载力除以1.3，此时桩身强度仍有2倍以上安全储备^[1]。本工程按此减桩模式进行验算，计算结果表明，此模式的桩反力计算结果与PLAXIS三维计算结果比较一致。

　　 考虑到该项目位于高烈度区，偏安全地，对“原桩+新桩+筏板底土”基本模式进行中震计算，并验算中震作用下基桩的抗拔承载力。中震验算时，桩的允许抗压、抗拔承载力均可取极限承载力，因中震出现的概率较低，此时钢筋强度可按照极限强度取值。根据中震计算结果，对外周两排边桩进行了抗拉配筋加强。

　　 计算结果表明，上述各种情况下所得新、旧桩反力均能满足不超过对应单桩承载力的要求。

　　 对于小桩距(s≤3d，其中s为桩中心距，d为桩径)挤土型低承台群桩，其侧阻力可能呈整体破坏，即侧阻力的剪切破裂面发生于群桩、土形成的实体基础的外围侧表面。群桩的极限承载力计算时可视群桩为“等代墩基”或“实体深基础”^[2]。按群桩外周边线不扩散模式计算的安全系数为1.7，按群桩外周边线外扩φ/4模式计算的安全系数为2.3，其φ为土体内摩擦角。桩基整体剪切承载力验算满足要求。这表明塔楼群桩桩侧、桩端下的土层有足够的强度储备。

　　 本工程桩均为摩擦桩，且桩中心距小于6d，可根据《建筑桩基技术规范》(JGJ 94—2008)第5.5.6条计算群桩沉降。经查地勘报告可知，原桩桩端为中砂层(10)或者粉质黏土层(11)，并以后者居多。粉质黏土层(11)是超固结土，前期固结压力达到1 300kPa，查地勘报告提供的高压固结试验数据，可对应取粉质黏土层(11)的压缩模量E_s为35MPa，计算得到总沉降量为36.2mm。另外，由YJK软件计算的桩筏基础的沉降值见表2。

　　 超高层建筑需要按沉降变形控制条件进行基础设计，关键在于如何正确预估总沉降量和倾斜。本工程桩基加固采用长短桩相间的布置，如何准确预估沉降成为难题。故根据本工程的上部结构、基础加固方案、场地岩土参数以及试桩报告等数据，采用PLAXIS 3D软件对桩筏基础进行“地基土-桩-筏板-上部结构”共同作用建模计算，该模型主要用于评估基础沉降。

　　 图2为PLAXIS 3D分析模型图，模型中包括筏板以上5层约20m高的上部结构、原筏板、原群桩、新增群桩、桩间土体。上部结构采用线弹性单元模拟，近似模拟上部结构刚度;桩体采用“Embedded pile”桩单元模拟，截面和长度按实际取值。“Embedded pile”桩单元采用内置界面单元模拟沿桩全长的桩土非线性接触，为分析大规模群桩提供途径。

　　 对于本工程，因桩侧泥皮、桩端沉渣较厚导致原桩基承载力明显削弱，特别适合采用“Embedded pile”桩单元进行承载力模拟。土体本构模型采用小应变土体硬化模型。“Embedded pile”桩参数取值见表3，对新增桩，表中数据小于实际极限承载力，计算偏安全。为与常规的桩筏基础计算相对照，每栋塔楼桩筏基础都进行三项计算:“原桩+新桩+筏板”模式;“新桩+筏板”模式;“筏板”模式。

　　 图3,4为“原桩+新桩+筏板”模式下的沉降。表明，“原桩+新桩+筏板”模式下，筏板中心最大沉降32mm，边部最小沉降为16mm，平均沉降约25mm，倾斜值0.000 457。

　　 此外，从PLAXIS 3D计算结果看，还可得到以下结论:1)筏板下土体沉降呈碟形，中部大，边缘小。基本呈多级同心圆分布。考虑桩筏基础共同作用时，沉降量和倾斜均满足规范要求。基础总沉降量较小，筏板底土分担的荷载比小。桩基反力呈现明显的群桩效应，与按广东省地基基础规范减沉桩模式进行验算的结果比较一致。2)筏板下群桩与桩间土体呈现整体墩(桩与桩间土包围的范围)变形特征。整体墩以下，沉降迅速衰减，且没有出现土体强度破坏塑性点，表明桩端以下土体具有较大强度储备。3)摩擦型群桩能有效将筏板荷载往深部硬土层传递，可显著减少基础的总沉降量，并减少筏板荷载往筏板外周传递的比例。本工程塔楼周边土体受塔楼筏板的影响范围基本在筏板外周10m内。因各栋塔楼之间的外周群桩净间距均大于10m，故各栋塔楼桩筏基础可以单独分析。

　　 本文结合华南某超高层建筑桩基加固工程实例，分析了造成塔楼下已施工的大直径长桩，承载力严重不足的主要原因。并结合原试桩及检测数据、原成桩记录及设计经验，对已施工桩的潜在承载力进行了评估，合理利用了原有桩的部分承载力。该工程采用了桩筏基础的加固方案。计算表明，加固后的基础安全可靠。补强桩的试桩结果验证了该加固方案的可靠性。

　　 该桩基加固方案业已通过广东省专项评审和相关施工图审查，目前基础加固已实施完成，相关主体结构正在施工中。