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基础形式选择上的困惑

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cdddd 发表于 2009-1-19 20:09:24 | 显示全部楼层 |阅读模式
本帖最后由 ljmtidilgw 于 2009-1-19 20:19 编辑

基础形式选择上的困惑
现在有一个工程,地上29层,地下5层,高度129m,框筒结构,埋深23.5m,设计决定采用筏板基础,提出荷载是最大单柱荷载50000KN,中筒荷载20000KN/m2。现在勘察结果出来,在20m深度以下都是中等风化泥岩,属于极软岩,勘察单位提出地基承载力为800KPa,这样的话,采用设计荷载结合地勘地基土承载力,设计基础尺寸很大,无法布置?在这种情况下,有什么处理方式?一,采取现在平板载荷试验,根据试验结果进行上部基础设计,二、是否采取嵌岩桩,用桩摩擦力来提高地基承载力,这里说明一下,在场地深度20~50m内都是中等风化泥岩。三,进行处理,但是基岩怎么处理?

产生上述问题主要是基岩不进行深宽修正。这里就产生一种困惑!!中等风化的泥岩承载力值难道还没有埋深10~20m稍密卵石层承载力高?好像从感觉上无法解析,跟常理不合,请专家解释其中奥妙?

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-19 20:30:32 | 显示全部楼层
 在框架结构中,设置部分剪力墙,使框架和剪力墙两者结合起来,取长补短,共同抵抗水平荷载,这就是框架-剪力墙结构体系。如果把剪力墙布置成筒体,围成的竖向箱形截面的薄臂筒和密柱框架组成的竖向箱形截面,可称为框架-筒体结构体系。具有较高的抗侧移刚度,被广泛应用于超高层建筑。
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ljmtidilgw 发表于 2009-1-19 21:36:28 | 显示全部楼层
本帖最后由 ljmtidilgw 于 2009-1-19 21:37 编辑

中等风化的泥岩,怎么也比IV类页岩好,至少1000kPa。有岩心照片没有?有的话给大家看看,会更好。

建议对岩石部分地基土进行钻孔声波测井,得到场地的泊松比、弹性模量和纵波速度,可以根据岩石的经验值得到岩石的承载力比较合理的建议值,特别是整体把握方面比较好。主要考虑软岩钻探可能岩心丢失等问题,泥岩遇水更是个问题。
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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-20 10:01:23 | 显示全部楼层
泥岩(N)遇水软化特别厉害,但是怎样通过手段鉴定其影响,好像现在还没有?
另外,即使泥岩承载力能够达到1000KPa,但是上部荷载计算还是不够,这样能不能按照补偿基础来设计。
FLOATING FOUNDATION[浮基础],COMPENSATED FOUNDATION[补偿基础]建在地面下足够深度,使结构物的重量不超过或少超过挖除的土重,以减少由结构物附加荷载引起的地基沉降的整体基础。
若按照补偿基础考虑,深度23.5m,那么可以补偿423KPa,考虑地下水在地下10.0m,考虑地下浮力135KPa,那么总可以558KPa,这样是不是可以考虑,深度23.5m的中等风化泥岩可以提供800+423+135=1358KPa地基承载力值,这种考虑有什么错?

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sidifenghr 发表于 2009-1-21 21:38:18 | 显示全部楼层
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pjxb3131 发表于 2009-1-21 22:00:04 | 显示全部楼层
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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-22 16:01:03 | 显示全部楼层
本帖最后由 ljmtidilgw 于 2009-1-23 10:03 编辑

我们来做一个粗略的估算:假设拟建物每层考虑每平方米设计荷载30KN,那么29层+地下5层=34层,拟建物每单位平方米面积大约有34*30=1020KN,那么单轴最大荷载值50000KN的话,建筑物柱网间距大于等于50000/1020=49.0196m2,就是框架柱间距7m。看来荷载基本靠谱。就是30KN有待进一步确定,取25KN可以吗?
中筒荷载20000KN/m2这个数值有误?可能是2000KN/m2。看一下这样推理对不对!首先每层荷载按照30KN考虑,34层单位荷载在1020KN,那么考虑中筒荷载有个放大系数,放大系数取2的话,中筒荷载也只有2080KN/m2。所以说中筒荷载2000KPa.
回答在这里
1. 估算的话,每层取20kN最多了,总压力才680kPa;
2. 你说的补偿的概念是不对的,补偿是指沉降计算时,挖去土重对减小附加应力的影响,从而减小了计算沉降量;
3. 在承载力计算时,是用总压力与地基承载力比较的,不存在补偿问题;
4. 我们现在的勘察报告中提的地基承载力不考虑深度问题的影响,这种承载力有点不知所云。例如,你这个项目的800kPa究竟是什么标高的?有没有考虑深度的影响?埋置深度23.5m,深度怎么会没有影响呢?
5. 规范的深宽修正方法是在一定历史条件下提出来的,当初一般埋置深度不过2~3m,建筑物不高,对基岩的承载力也足够用了,不修正就不修正了。现在的建筑物那么高,基础埋置深度那么深,不考虑深度效应合理吗?
6. 对基岩,规范也不是不考虑深度修正,对基岩,深度修正系数取多少?总不能取零吧?所谓不考虑,实际上是取1.0的系数,没有考虑放大的效应,不放大已经是够安全的了,取零是绝对错误的;
7. 你的这个工程,采用天然地基是没有问题的,中风化的泥岩,只要开挖时注意防护,保存其天然结构,不让其泡水,不暴露时间太长,作为天然地基应该是没有问题的,不要动不动就打桩,就处理,这种泥岩打桩反而不好。
8. 对工程设计,荷载还是要等上部结构设计好了才有准确的数值,才能进行地基基础的设计。

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-22 16:01:47 | 显示全部楼层
在这种情况下,基岩如按照只进行深度修正,深度修正系数取1(但是规范上现阶段未查到有类似规定)。那么经过深度修正后中等风化泥岩fa=800+1.0*18*(23.5-0.5)=1214KPa,还是无法满足中筒荷载要求,那么要进行设计的话,只有才取筏板基础,筏板基础单位荷载34*30=1020KPa,满足要求。
其实如果大家工作做细致一点,像这么高建筑物采用筏板基础,基底荷载凭经验应该在680KPa左右。
还有就是进行基岩平板载荷试验,根据试验结果来确定地基承载力值。
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sunyuenfong 发表于 2009-1-23 08:48:55 | 显示全部楼层
core wall system that is
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sunyuenfong 发表于 2009-1-23 08:50:34 | 显示全部楼层
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ljmtidilgw 发表于 2009-1-23 11:08:27 | 显示全部楼层
本帖最后由 ljmtidilgw 于 2009-1-23 21:23 编辑

谢谢楼主这么多详细的资料和信息,我这里按国际上的做法计算下,您参考下您的计算和国内规范,当做第3方的一个计算,看出入大不大。

(1)地基净压力
q=Q/A-γDf

这里Df就是基础埋深,适用于筏基,独立基础Df不一样的定义!

按本例,每层每平米荷载(=动荷载+死荷载)按20kN考虑,作用到建基面的净压力
(1)q=20*34-18*23.5=680-423=257kN (无地下水或很深d>B)
(2)q=20*34-10*23.5=680-423=450kN (地下水很浅或在地面)

疑问与讨论:(1) 中净荷载=257kN,那么要Df=40米以下,这个净荷载就不计算?

目前按20米勘察单位提出的风化岩石的800kPa考虑,地基承载力应该满足要求,没有必要到中等风化岩石。再看看沉降计算。

(2)沉降计算
S(mm)=25*qa/[11.98*N60*(1+0.33*Df/B)]

qa=允许地基承载力
N60=校正后的标贯数
B按20米考虑,N60=25

S=25*800/(11.98*30*1.33)=50mm
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ljmtidilgw 发表于 2009-1-23 22:38:38 | 显示全部楼层
本帖最后由 ljmtidilgw 于 2012-2-17 20:43 编辑

就第(1)地基净压力这个问题,我专门看了下英文的《实用地基工程手册》[Practical foundation engineering handbook]上的作法,应该理解没有问题。就是实实在在的补偿。

P2.71 shallow foundation这样说的:

Qnet=Qult-γDf                         (1)
Qult=cNc+q(Nq-1)+γBNr       (2)

- Qnet 净极限承载力
定义:超过周围土附加应力的地基极限应力。

- Qult 极限承载力
- q=γDf 基础埋深效应引起的附加应力

公式(2)应该大家都熟悉,教科书都有详细介绍。(1)中的进一步讨论在这里书的第p2.78 - p2.79:

Dcritical=Q/Aγ

极限基础埋深Dcritical,本例Dcritical=680/18=37米(没有地下水情况),这个深度就是该建筑物的极限补偿深度。而且文中进一步给出了该类基础在极限补偿深度下的安全系数的计算:

FoS= Qult 极限承载力/Qnet 净极限承载力= Qult/0=∞

说明筏基础在一定深度,净地基压力是0,地基土的承载力无条件满足要求。这种情况下,只需要演算高层的抗倾覆、沉降等。

不知道理解对不对?这个是针对筏板基础,不知道本例中筏板深度或高程在哪里?肯定不会在34米!!!??到底几迷,就补偿几米。

Practical foundation engineering handbook
http://www.eswnman.com/thread-14635-1-1.html

点评

老大,牛屄之人!  详情 回复 发表于 2018-11-26 11:09
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牧马人 发表于 2009-1-24 02:02:22 | 显示全部楼层
本帖最后由 牧马人 于 2009-1-24 22:53 编辑

对于框筒结构来说,荷载很大这是必然的,最大单柱荷载50000kpa也有可能,筒体部分2000kpa/m2,也很正常。我勘察过的一个超高层建筑的设计荷载与此接近。7-9米的柱网也很正常。现在的问题是地基承载力不够。我基本同意楼主所提的两个方案,看来也只能如此。
1、800kpa的泥岩地基承载力,好像低了一点,这和试样的采取、实验有关,也和承载力折减系数的取值也有关。楼主没有详细介绍泥岩的岩性,据我掌握的资料,泥岩由于岩性的差别,其承载力可在100kpa-6000kpa之间,所以查明岩性很重要。我一再提醒大家,不要认为同一种岩土就会有相同或接近的工程特性,原因就在于土体的母岩和成土作用的不同,岩体的沉积相和成岩作用的不同,会使相同的岩土具有完全不同的工程特性。但很多人并不知道或没有重视这个极其重要的问题,我不得不再次提醒大家对此给予应有的关注和能力培养。我估计楼主所说的泥岩,其fa在1000kpa左右。在这样的情况下,采用载荷试验确定地基承载力非常必要。
2、采用载荷试验确定地基承载力,只能得到比较接近实际的地基承载力,而还是不能大幅度的提高地基承载力,地基承载力不够,仍然是必须面对的具体问题。采用嵌岩桩,加大嵌岩径深比是大幅提高桩基承载力的好办法。例如按94桩基规范计算,岩石饱和单轴抗压强度标准值为11.26Mpa的岩石,3米的桩径,当其嵌岩径深比达到5时,仅其嵌岩侧阻力即可达到38195.7kpa。其端阻力为7800kpa左右,加起来46000kpa左右,已接近设计荷载要求。
从理论上说由于桩基的深度效应,在嵌岩径深比大于5时,再增加嵌岩深度,嵌岩侧阻力将不再增加,且端阻力为零,对此我有不同看法,当年曾与黄求顺先生当面讨论过,但必须通过大量的试验来验证。
3、如果采用筏基,可以通过增加筏板厚度、强度等方法来提高其承载力,但那样会大幅增加成本。
基于以上问题,我的意见是:
1、首先采用载荷试验确定地基承载力;
2、根据载荷试验所获得的地基承载力和设计荷载来确定桩径和计算确定桩基承载力(含嵌岩侧阻力),并进行试桩和做静载试验确定单桩承载力。如果所需的桩径太大,设计或施工有困难,最大桩径的承载力仍然达不到设计要求;
3、在桩顶增加低桩承台来提高单桩承载力,但承台底必须置于完整中风化且平整的岩体上;
4、如果单桩承载力仍然达不到设计要求,那只好在局部采用增加肋梁或筏板厚度来提高筏基强度和承载能力。
5、如果以上办法还是无法满足设计要求,那就只有调整结构设计,降低单桩设计荷载。
我想,通过以上的措施,问题应该已能解决。
需要注意的是,如果场地的泥岩具有崩解性或软化性,由于沉积相和成岩作用的不同,在纵向上岩石的崩解性或软化性是有变化的,因此尽可能采用崩解性或软化性较弱的岩体作地基持力层,并采取措施防止施工或天然因素造成的地基岩石崩解或软化。

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ljmtidilgw 发表于 2009-1-24 07:40:15 | 显示全部楼层
本帖最后由 ljmtidilgw 于 2009-1-24 13:37 编辑

谢谢牧马人专家的精彩发言,学习了。

看来很多疑惑没有了,我还以为板筏基础逆做法,现在看来,筏基础补偿很有限(估计几米深!),还是按桩基础设计考虑的。
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牧马人 发表于 2009-1-24 22:12:47 | 显示全部楼层
我想再补充一下,本例的基础形式可以是桩基+地下室底板、筏基或桩筏基础,这要根据地基条件和建筑设计来确定。还要注意泥岩的结构构造。泥岩的结构构造对地基的工程强度影响很大,甚至具有决定性的影响。即使是载荷试验的结果,也不能完全反映地基的真实强度,因为承压板的面积很小,也很难全面反映地基的工程特性全貌。我再次提醒大家,对于岩土工程问题,不可死搬硬套规范,而是要综合分析场地的岩土工程条件及设计,在满足规范要求的前提下灵活运用。其中最重要的是场地工程地质条件的掌握与分析(包含土质地基的成土作用分析和岩质地基的沉积相、成岩作用分析),只要做好了这一点,一般不会产生无法解决的地基基础工程问题。
岩土工程是一项复杂且牵涉到众多变量因素的学科,要获得最优化方案就更不容易,需要有深厚的专业功底,绝不是有的网友所说的“老一套”、“没有什么新鲜感”。

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-25 12:45:00 | 显示全部楼层
这里给大家在提供一个信息,首先该拟建物埋深地下23.5m。本次重点是基岩要不要进行深度修正?这里是高大钊教授的回答,如下:
1. 估算的话,每层取20kN最多了,总压力才680kPa;
2. 你说的补偿的概念是不对的,补偿是指沉降计算时,挖去土重对减小附加应力的影响,从而减小了计算沉降量;
3. 在承载力计算时,是用总压力与地基承载力比较的,不存在补偿问题;
4. 我们现在的勘察报告中提的地基承载力不考虑深度问题的影响,这种承载力有点不知所云。例如,你这个项目的800kPa究竟是什么标高的?有没有考虑深度的影响?埋置深度23.5m,深度怎么会没有影响呢?
5. 规范的深宽修正方法是在一定历史条件下提出来的,当初一般埋置深度不过2~3m,建筑物不高,对基岩的承载力也足够用了,不修正就不修正了。现在的建筑物那么高,基础埋置深度那么深,不考虑深度效应合理吗?
6. 对基岩,规范也不是不考虑深度修正,对基岩,深度修正系数取多少?总不能取零吧?所谓不考虑,实际上是取1.0的系数,没有考虑放大的效应,不放大已经是够安全的了,取零是绝对错误的;
7. 你的这个工程,采用天然地基是没有问题的,中风化的泥岩,只要开挖时注意防护,保存其天然结构,不让其泡水,不暴露时间太长,作为天然地基应该是没有问题的,不要动不动就打桩,就处理,这种泥岩打桩反而不好。
8. 对工程设计,荷载还是要等上部结构设计好了才有准确的数值,才能进行地基基础的设计。

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-25 12:48:25 | 显示全部楼层
在这种情况下,基岩如按照高教授提出只进行深度修正,深度修正系数取1(但是规范上现阶段未查到有类似规定)。那么经过深度修正后中等风化泥岩fa=800+1.0*18*(23.5-0.5)=1214KPa,还是无法满足中筒荷载要求,那么要进行设计的话,只有才取筏板基础,筏板基础单位荷载34*30=1020KPa,满足要求。
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牧马人 发表于 2009-1-26 01:09:26 | 显示全部楼层
对于所谓“深度效应”,我的理解包含两个方面:
1、地基承载力随着入岩深度的增加而提高。其实这一点在贵州早已形成固定模式,我们称为”岩体单元划分",即根据岩性和风化程度不同,将岩质地基划分为不同的岩体单元,分别按规范规定采样实验,并分别进行工程评价。对于同一种岩性的岩质地基,就按风化程度去划分岩体单元。从强风化岩石到新鲜岩石,其地基承载力肯定是不断提高。在我们这里,所有的勘察工程,都必须这样做,我不知道外省是否也这样做?如果没有,那就有失妥当。
2、随着入岩深度的增加,嵌岩侧阻力的提高。当然,如果基础没有或不能与岩壁保持紧密接触,那就不能计入嵌岩侧阻力。

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-26 17:51:31 | 显示全部楼层
牧马人专家,可以就你们贵州在岩基地基时,怎么考虑进行“岩体单元划分”的,在规范中,怎么考虑其深度效应的?
我在这里假定一个极端例子:假如人类科学发展很快,准备修建一个埋深1000m的建筑物,假定地表下1000m也为中等风化泥岩,单轴天然抗压强度为4MPa,那么折减系数取0.4,那么埋深1000m中等风化泥岩地基承载力为1600KPa。那么1000m以上的土和岩石自重为1000*18=18000KPa,自重远远大于中等风化泥岩地基承载力,那么泥岩不是被自重压破坏了?其实没有,说明有“深度效应”。但是怎么考虑现在理论上有无成熟的思路请大家提供?
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牧马人 发表于 2009-1-26 20:11:22 | 显示全部楼层
本帖最后由 牧马人 于 2009-1-26 20:22 编辑

对于cdddd 朋友的问题,我谈谈个人的看法,可能要触及到一些岩土工程的传统理论,只是提出讨论,不一定正确。大家可以心平气和地发表意见,以理服人。可以讨论但不要争吵。我讨厌争吵。我参加讨论的目的,是阐述自己的一些观点和经验,希望能对大家有所帮助,绝无他意,你可以采纳,也可以不采纳,但请不要PK,我是不会参加的。
在我以往的帖子里都曾表达过一个观点:由于历史的原因,在岩土工程的传统理论中存在一些误区、不完善或需要修正的地方。这不仅仅是我个人的认识,早在90年代一位姓李的博士就写了一篇专题论文来阐述这一观点,并列举了大量的有力例证。在上面cdddd 朋友传达的高大钊教授的回答中,也反映出这一信息。

对于所谓“深度效应”这一提法我是持保留意见的,也许是由于我的水平低理解不了。我也希望能有人告诉我:“深度效应”的具体概念和原理是什么?如何去加以评价和计算,依据又是什么?
我认为所谓“深度效应”的具体反映就是地基中不同岩土单元具有的不同工程强度。对于岩土单元的划分原则,我在上一帖中已经表述,无需重复。为了让各位对此有具体的了解,我将我的一个超高层建筑(贵州省重点工程)勘察报告中的有关内容录于下面,以供参考。

(三)场地岩土构成及特征
场地上覆为第四系土体,由人工填土和残积红粘土组成;下伏基岩由白云岩夹泥质白云岩组成。自上而下分述如下:
1.杂填土(Qml):黄褐、褐灰、黑褐、黑色等杂色,由粘土、碎石、灰渣、建筑垃圾等组成,成分复杂,结构松散,常含较多硬杂质,顶部常有一层砼地坪,局部有浆砌毛石或砼体旧房基。在B区的B4、B12、B21、B30等钻孔一带还有排水沟道通过。本层在场地内普遍分布,厚度0.3~3.6米,一般厚度1.5~2.5米
2.素填土(Qml):褐红、黄褐、黄色粘土,碎块状,局部为团粒状,偶见水平分层。混较多铁锰质,局部富集。混少量角砾、园砾、砖屑。结构欠密实。网状裂隙发育。在B区分布较普遍,A区及C区局部分布。厚度0~2.4米,一般厚度均小于2米。
3. 红粘土(Qel):褐红、褐黄、黄色,碎块—巨块状,混铁质锰质。裂隙发育但发育不均,局部可见滑动镜面,总的自上而下裂隙发育程度减弱。土质比较纯匀,局部夹有白云砂(C18孔夹1.8米)或巨风化岩块。分布较为普遍,一般厚度3~5米,最厚16米。按其状态自上而下又可划分为四个亚单元。
(1)硬塑红粘土(Qel④):褐红、褐黄、黄色,局部间杂黄灰、灰白色。碎块—巨块状。混铁锰质局部呈网状,有时混园砾、岩屑。微裂隙及显裂隙均较发育。一般厚2~3米,最厚4.8米。
(2)可塑红粘土(Qel③):褐黄、土黄色,局部间杂紫红、灰白等色。多为巨块状有时碎块状。混脉状及散斑状铁锰质,局部混土状岩块。裂隙发育不均。一般厚度1~2米,最大厚度3.9米。
(3)软塑红粘土(Qel②):黄、土黄色,巨块状。混分散铁锰质。裂隙稍发育。仅见于基岩面溶沟溶槽底部,如A19、B51、C11、D23等少数钻孔中,最大厚度4.1米。
(4)流塑红粘土(Qel①):褐黄、土黄色,巨块状,具流动性。混分散铁锰质粒,局部混岩屑或强风化白云岩块。仅见于B51、D33等极少数钻孔,最大厚度10.4米(D33孔)。
土体在场地内分布厚度极不均匀,如B1、B8、B17等钻孔仅有不足一米的杂填土直接覆盖于基岩之上,而D33孔土层厚达20.6米。场地一般土层厚度6~8米。
4.基岩(T2g4-1):浅灰、灰色、灰质白云岩夹深灰、灰绿色含泥质白云岩及深灰、黑灰、黄色泥质白云岩和浅灰、灰色石灰岩。以中厚层状为主,部分为薄层或厚层状。层理及层间裂隙较发育,局部具微细层理。常见缝合线。含腕足类化石。
场地基岩多为泥~粉晶结构,断面及层面多粗糙。含黄铁矿微粒,常见红色铁染,有时岩石呈肉红色。含方解石脉及斑块,有时呈网状,局部有晶洞。方解石脉部分呈淡绿色或无色,玻璃状隐晶结构,较细小平直,一般宽度小于2毫米,与岩石结合紧密,形状规则边界清楚,致密纯净,呈脉状成组分布,高角度产出,延伸较远,无晶洞也无铁质浸染现象。为深部成岩期压碎作用产生的裂隙沉积充填而成。其余大部分方解石呈乳白色,从隐晶到粗晶都有,不均匀,欠纯净,以脉状为主也常见散斑状、条带状和团块状,并有晶洞,常可见几种形状同时伴生出现,形状不太规则或极不规则,可弯曲交叉或相互切割,边界也不规则,宽度可达2厘米以上。脉状者多呈高角度沿节理裂隙面充填,常有X形两组,也有低角度甚至近于水平分布者,充填密实度较差,受力后易沿此类方解石破裂。属于成岩期表生阶段产物,形成于燕山期及其后的包气带中,部分为溶蚀后







照片五  成岩表生期白色方解石
再充填沉积而成,这种白色方解石至少属于3个不同地史时期的产物(照片五)。
由于场地地层经历了三个大的地史期构造运动,岩层中节理裂隙发育,又因岩性差异和构造应力类型不同,节理裂隙的发育程度和发育特征也不同。节理裂隙部分为方解石充填;一部分被红色铁泥质、黑色铁锰质充填;还有少部分无充填。节理面多不平整,较粗糙或粗糙,多呈闭合状,少数微开口状。一般呈高角度,成组出现,常呈X型分布,少部分倾角小于45°或近于水平。以张性为主,少数为剪力裂隙。从分布特征上又可分为两种,一种延长较远,规模较大,一般间距大于5厘米;另一种微裂隙规模小,长度仅数厘米,但密集出现,间距以毫米计,成组产出,常互相交叉,线密度大,可达每厘米十条以上。节理裂隙是岩体中的软弱结构面,受力后容易破裂。节理裂隙破坏了岩体的完整性,并常常成为岩体强度的










照片六  岩石中节理裂隙
控制因素。节理裂隙又是地下水通道,常见沿节理面有溶蚀现象。除D42等钻孔见有微小断裂外,B17、B24等钻孔还见有具擦痕的滑动构造面。
场地岩石的岩性据薄片鉴定达12种之多,计有四大类,即:灰质白云岩、含泥质白云岩、泥质白云岩和石灰岩。除含泥质白云岩和泥质白云央特征明显容易区分外,其他岩石一般用肉眼很难区分,场地岩层岩性简述如下(详见薄片鉴定报告)。
(1)白云岩:浅灰、灰色,由白云石(50~92%)、方解石(5~40%)、泥质(微~8%)和微量黄铁矿、氧化铁(黄铁矿风化产物)等组成。包含七种不同岩性,以灰质粉晶白云岩为主。白云石是主矿物,方解石是胶结物,其余为混含物。由于沉积微相和成岩作用不同,不同岩性岩石的工程特性也不相同,如一般迂盐酸都强烈起泡,但有的起泡微弱;一般溶孔发育,面孔隙率常达15~20%,而砾屑白云岩不但十分坚硬,而且溶孔和裂隙均不发育。
(2)石灰岩:浅灰、灰色,由方解石(85—90%)、白云石(10%)、泥质(5—8%)和少量黄铁矿、氧化铁等组成,迂盐酸强烈起泡,缝合线发育,裂易较发育,溶孔不发育。可见微晶和砂屑两种结构。
由于白云岩与石灰岩的岩性很难用肉眼鉴别,如果仅仅用滴盐酸观察起泡程度来判别岩性,往往会把灰质白云岩误认为石灰岩。
(3)含泥质白云岩:灰绿、深灰色,由白云石(70—88%)、泥质(10—15%)、黄铁矿(微—10%)、氧化铁(2—8%)及少量陆源碎屑石英、云母等组成。迂盐酸不起泡,薄—中层状,性硬韧,具溶孔,局部晶间溶孔面孔隙率达5%,但岩溶不发育。裂隙发育不均。又包括微晶、粉晶及微—粉晶等几种不同结构岩石。
(4)微晶泥质白云岩:深灰、灰黑、黄色,含白云石(60—65%)、泥质(25—26%)、铁质(8—10%)和微量石英。加酸不起泡,薄—中层状,性较软易破碎,具有失水崩解浸水软化特性,岩质强度最差。易被误认作泥灰岩。其中有一种黄色泥质白云岩,薄片—薄层状,泥质感特别强,极易被误认作泥页岩。
场地岩石以白云岩为主,含泥质白云岩与泥质白云岩常呈夹层产出,且主要分布在A区东部地层的上部,在B区东部和C区仅局部夹有泥质白云岩薄层。他们的厚度一般小于2米,仅D25孔厚达3—5.2米。









照片七  含泥质白云岩和泥质白云岩
贵阳市三迭系白云岩中常可见到角砾状构造,本场地也不例外,经镜下鉴定及分析,场地角砾状白云岩有两种成因,主要多见于B区。
(1)断裂角砾岩:角砾由几种不同岩性岩石组成,棱角状,色杂分选差,灰质及铁泥质胶结,多方解石脉。是在构造运动中岩石断裂破碎并位移后重新胶结而成(薄片B24—B1)。
(2)裂隙角砾岩:构造运动使岩石产生大量裂隙,呈网状、树枝状分布,岩石被切割呈角砾状,其后裂隙被方解石和铁泥质充填而成。角砾呈棱角状、大小不一,成分单一,充填物成分及充填程度不均,有时充填物以红色铁泥质或白色方解石为主,有时两者共生,边缘不整齐、边界不清晰,分布欠规律。角砾风化程度不均,孔隙较发育(薄片C9—B2)。
以上两种角砾岩肉眼难于区别,以裂隙成因为主,市内很多地段均可见到。角砾岩的强度较低,据笔者在多个工程的试验资料,其饱和抗压强度为正常岩石的40—80%,在地基持力层的选择时应加以注意。(照片七)











照片八  角砾状构造
由上述可知,场地岩芯中见有岩层微错动、断裂擦痕及断裂角砾岩等构造痕迹,因而场地基岩地层中存在断裂构造,推测其规模不大,落差预计一般小于1米,属古断裂,主要见于B区,局部可能集中发育。
(四)岩体单元划分
场地岩体由于岩性、结构构造、节理裂隙发育程度、岩溶发育程度、风化程度等不同,岩体工程特性存在差异,根据这些差异将岩体划分为不同等级的质量单元,并分别加以评价,以供建筑设计使用。必须说明的是,由于勘探钻孔断面有限,岩体岩性和结构构造的多样性、地质构造、岩溶、风化的不均匀性,使岩体的岩质无论在横向还是纵向上均复杂多变,各向异性十分明显,要完全准确地划分其质量单元,是困难的。现在的技术手段只能对岩体质量单元进行大体的划分,划分出的岩体单元本身仍存在一定的不均匀性和变化。
岩体质量单元的划分主要是根据以下几个指标进行综合评价:
(1)岩性:按岩性不同区分为白云岩(含石灰岩)和泥质白云岩(包括含泥质白云岩)两大类。对含泥质白云岩和泥质白云岩未作进一步划分的原因是他们之间的泥质含量不稳定,仅据外表特征不易准确区别,而且他们的总厚度一般均小于2米。据岩石薄片鉴定,场地白云岩有七种,石灰岩有两种,但其外表特征很难区分,野外条件下不可能准确辨认,故均视为“灰质白云岩”。
除岩性成分外,还考虑了岩石的强度(硬度、韧度、脆性),方解石、铁泥质等充填物的含量及分布等特征和岩层的单层厚度等岩性因素。
(2)风化程度:按常规划分为强风化、中风化、微风化。场地岩层由于多种因素,岩质不均匀,风化程度也常有变化,例如在中风化岩体中局部可能为强风化或微风化状态。场地强风化层厚度一般小于2米,局部3~5米,唯A40、A41孔一带强风化厚度达16.8米,深度达19.5米。
(3)岩溶发育程度:按岩体岩溶发育的大体状况划分为:
① 重度溶蚀:岩石普遍严重溶蚀,颜色泛黄常呈灰黄色,溶蚀孔洞大且密集或较密集,呈蜂窝状,体溶蚀率常大于25%。
② 中度溶蚀:岩石普遍有较重的溶蚀,呈黄灰、灰黄色,孔洞较小或孔洞数量相对较少,以针状、豆状溶孔为主,有时密集呈蜂窝状,局部为重度溶蚀,体溶蚀率为25~15%。
③ 轻度溶蚀:岩石局部呈黄灰或灰黄色,以针状溶孔或层间溶蚀为主,有豆状溶孔,局部也可密集呈峰窝状。体溶蚀率局部为15~6%或局部可见中度溶蚀。
④ 轻微溶蚀:局部呈黄灰色,有针状溶孔或少量豆状溶孔,或有局部层间溶蚀。岩石总体溶蚀轻微,可见体溶蚀率小于6%。
(4)节理裂隙发育程度:根据岩芯中可见每厘米长度内的裂隙数量划分为:
① 很发育:每厘米长度内10条及10条以上。
② 发育:每厘米长度内7—9条。
③ 较发育:每厘米长度内5—6条。
④ 稍发育:每厘米长度内3—4条。
⑤ 不发育:每厘米长度内等于、少于2条。
(5)岩石饱和单轴抗压强度:岩样室内试验的饱和单轴抗压强度值,在一定程度上反映了岩体质量强度及其均匀性。但由于多种原因也使其具有局限性。
(6)岩体声波纵波波速(VP):岩体VP值是岩体岩性、节理裂隙、岩溶等岩体质量的综合反映,可以比较直观、定量地反映岩体质量。
(7)岩芯采取率及RQD:有研究资料认为,当岩体各向异性明显时,钻孔RQD指标不能用于岩体分类,我们认为,岩芯钻探的岩芯采取率及RQD,在一定程度上反映了岩体总体质量状况。可以作为岩体质量单元划分的辅助参数。
根据以上各项岩体质量评价指标,将场地岩体划分为五个岩体质量单元(见表二“岩体单元划分一览表”)。
岩体单元划分—览表
                                                                                                 表 二
岩体单元        地质简述        声波VP(Km/s)        饱和抗压强度(MPa)        岩溶程度        裂隙发育        裂隙系数LS        采取率(%)        RQD
(%)        完整性系数KW        岩体基本质量指标BQ
名 称        代号                常见值        平均值        常见值        平均值                                                        
极破碎岩 体        A        黄灰、灰黄色、强风化,砂砾、碎石、碎块状或石夹土,岩芯破碎。岩质很不均匀。        2.0~2.5        2.2                        重度        很发育        0.85        10-20        0        0.15        <250
破 碎
岩 体        B        灰绿、灰黑色含泥白云岩及泥质白云岩,部分具软化,崩解性,岩质不均匀,中风化。        2.7~3.0        2.8        22.39~59.46        31.3        轻~轻微        较发育        0.78        20-40        20-30        0.22        271.4
破 碎
岩 体        B1        黄灰、浅灰色白云岩时为灰黄色,介于强风化与中风化之间,岩质不均匀,有时夹粘土,有时呈半土状。岩芯碎块一短柱状。        2.5~3.0        2.75        21.09~44.22        30.9        重~中        发育        0.78        20-40        0-30        0.22        250.2
较破碎岩 体        B2        浅灰、灰色白云岩,间为黄灰色,中风化,岩质欠均匀,岩芯以短柱状为主。        3.0~4.0        3.6        24.26~59.61        43.7        中~轻        较发育        0.62        40-60        30-40        0.38        328.6
较完整岩 体        C        浅灰,灰色白云岩,偶呈黄灰色。介于中风化与微风化之间。岩质较均匀,岩芯较完整。        4.0~4.4        4.2        51.57~80.53        67.7        轻~轻微        稍发育        0.5        >70        >50        0.50        470.6

由于场地岩层岩性比较复杂,节理裂隙发育状况、岩溶程度、方解石脉分布等与岩体质量有关各因素组合复杂多变,使岩质地基总体均匀性较差或很差,岩石饱和单轴抗压强度试验值和声波纵波速度测试值离散性大或时有突变,莫不与此有关。因此以上岩体质量单元的划分是比较概略的,仍不能排除局部变化,例如在B1岩体单元中可能局部出现A单元岩质;B2岩体单元中可能出现局部岩溶较发育等等。

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牧马人 发表于 2009-1-26 20:18:11 | 显示全部楼层
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(七)场地工程地质分区
根据场地详勘所揭露的情况,场地按工程地质条件大致可以B-2轴线为界划分为两个工程地质分区,分述如下:
1.B-2轴线以西(简称西区):在场地的西部,包含了演播厅的大部分场地。西区地势较高,处于地层倾斜上方,地层时代相对稍老。岩性以灰质粉晶白云岩为主,夹灰质亮晶砂屑白云岩、含白云质亮晶砂屑灰岩等,局部夹含泥质粉晶白云岩薄层,岩性成分相对比较简单。岩体单元组合也比较简单,常见缝合线及角砾状构造,有构造角砾岩。地质构造相对较复杂,尤其西部,局部褶曲及小断裂相对较多。岩层以薄层为主。岩溶发育程度相对较弱,规模较小,以浅层小型溶蚀洞,隙为主(与勘探深度较小有关),钻孔遇洞率为34.7%。,基岩顶面溶蚀洼地较少。水文地质条件相对比较简单,上层滞水较少,主要为岩溶潜水,局部具承压性。
2.B-2轴线以东(简称东区):在场地东部,包括B区东部及C区、A区全部、占据了场地大部地域。东区处于地层倾斜下方,地层时代相对较新。岩性以灰质粉晶白云岩为主,夹粉细晶白云岩、残余亮晶砂砾屑白云岩、微晶灰岩和数层泥质白云岩,含泥质白云岩,局部有角砾状白云岩及缝合线构造,岩性相对较杂。岩层为薄—中层,间有厚层。构造较简单。岩溶发育强、发育深度大、规模大,基岩顶面多岩溶洼地。水文地质条件比较复杂,是上层滞水的主要发育区,基岩由多个含水层和隔水层组成,为具局部承压性的岩溶潜水。
三、岩土物力学性质
(一)土体物理力学性质
场地土体有杂填土、素填土和红粘土三种,除杂填土未能取样试验外,素填土和红粘土物理力学性质指标试验平均值见表七。
从表七中可看出,红粘土的各项试验指标值均在区域值区内,尚属正常,但多项指标值均落于低值区内,与场地地层结构和岩性特征有关。
场地素填土的物理力学性质有些特殊,与素填土区域指标比较,W、e、aw、压缩系数等指标偏低而r、sr、WL、IP、ES等指标值则偏高,比较偏近于十年以内新近填土的碎块结构,但土质又优于碎块结构素填土,推测其堆填时间较长而且可能在填筑时经过一定的压实处理。
上述各参数统计结果,除极个别参数为高变异性外,绝大多数均为低—中变异性,表明场地土体土质较均匀。
素填土的物理力学指标值特征比较突出,其W、Sr、e、WL、WP、IP等参数较红粘土明显偏低,更趋近于一般粘性土,其内聚力仅略有下降,但其内摩擦角和压缩性反略优于硬塑红粘土。其特征与贵阳地区碎块状结构红粘土质素填土相吻合,但贵阳地区红粘土质素填土常呈可塑状态,而场地素填土大多呈硬塑状态,且其重度和压缩模量降低并不明显。
               贵州省电视大楼土体物理力学指标表
                                                        表七
              土体单元
              指
  项   目           标
        素填土        硬塑红粘土        可塑红粘土
        区间值        平均值        区间值        平均值        区间值        平均值
天然含量W(%)        26.84~34.39        30.03        30.51~59.24        43.86        30.31~60.52        46.60
重力密度r(KN/m3)        18.0~19.4        18.63        16.7~19.5        18.0        16.4~18.9        17.44
比重G        2.69~2.75        2.71        2.73~2.79        2.76        2.69~2.78        2.73
饱和度Sr(%)        86.23~100        91.11        95.53~100        98.95        95.32~100        98.16
天然孔隙比e        0.8149~1.0531        0.984        0.9453~1.6649        1.22        0.8089~1.7890        1.35
液限WL(%)        39.05~53.15        44.75        50.03~92.39        66.35        41.44~88.08        63.86
塑限WP(%)        21.59~27.27        24.27        26.09~47.79        34.26        23.02~36.42        34.14
塑性指数IP(%)        16.91~25.88        20.48        21.95~44.39        32.02        18.42~43.45        30.87
液性指数IL(%)        0.20~0.33        0.29        0.20~0.39        0.30        0.39~0.63        0.46
含水比αω        0.63~0.70        0.67        0.62~0.69        0.66        0.72~0.81        0.74
液塑比Ir        1.78~1.95        1.84        1.89~2.01        1.93        1.80~2.01        1.89
内摩擦角Φ(度)        5.5~10.5        8.64        4.5~10.0        6.38        2.0~4.0        3.21
内聚力C(KPa)        46~65        56.43        55~76        64.33        30.00~51.00        41.71
压缩系数α0.1-0.2(Mpa-1)        0.236~0.331        0.29        0.246~0.397        0.306        0.273~0.638        0.45
压缩模量Es1-2(Mpa)        5.48~8.59        6.59        6.54~7.37        7.07        3.98~6.42        5.32
红粘土物理力学指标值均在地区性区间值内,但多处在地区低值区内,场地岩石虽普遍含少量泥质并有部分泥质岩石,但对红粘土物理力学性质指标并未产生明显影响,表明场地勘探深度内泥质岩石数量较少,地层中泥质总含量所占比例较低,红土化后形成的红粘土土质比较正常、均匀。
(二)岩石物理力学性质
场地岩石样品物理力学性质试验统计值见表八。
由于沉积微相和成岩后生作用的不同,造成了岩体物理力学性质的明显差异,如岩石吸水率极差近33倍,变异系数高达0.77;饱和单轴抗压强度极差达15倍,变异性很高,表明岩体质量均一性差,即岩质地基的均匀性不良,再加上岩溶因素的影响,使岩质地基的稳定性成为场地的主要工程地质问题。下表说明,岩体质量与岩石容重和抗压强度呈正相关,而与吸水率呈负相关。
贵州省电视大楼岩石物理力学性质统计表
                                                    表八
         岩体单元
        指
项目         标
        B0        B1        B2        C
        区间值        平均值        区间值        平均值        区间值        平均值        区间值        平均值
干容重(g/cm3)        2.72~2.79        2.76        2.31~2.73        2.52        2.38~2.83        2.62        2.56~2.71        2.66
饱和容重(g/cm3)        2.75~2.80        2.78        2.28~2.74        2.57        2.48~2.84        2.64        2.60~2.71        2.68
吸水率(%)        0.24~1.08        0.54        0.46~3.02        1.98        0.12~3.92        1.05        0.18~2.72        0.77
饱和抗压强度(Mpa)        6.79~77.06        45.24        21.09~91.32        45.63        14.26~103.14        56.65        51.57~94.60        78.05
岩石样品饱和抗压强度试验,是反映场地岩质地基工程特性的重要指标,我们对其作了比较详细的分析研究,获得以下认识:
1. 试验样品沿节理裂隙破坏者占51%,沿方解石脉尤其是方解石条带破坏者占20%,无明显循迹破坏者占29%。说明岩石主要沿节理裂隙破坏,但成岩期形成的微裂隙经后期压实作用,对岩石强度不构成明显影响。
破坏后有残余强度者占22.4%,无残余强度者占77.6%,表明大部分岩石破坏后无残余强度。沿裂隙破坏者有残余强度的较多,沿方解石脉破坏者有残余强度的较少。
2. 岩石饱和容重似与抗压强度有正相关关系,饱和容重小于2.6者,其饱和抗压强度仅为平均值的65%。
3. 沿节理裂隙破坏者其抗压强度为平均值的80~90%,为标准强度的73%,而沿方解石脉破坏或既有方解石脉又有裂隙的样品,其抗压强度仅为平均值的60~70%,为标准强度的60%,含方解石脉及条带的岩石主要沿方解石破坏,且其强度也较低。同时与方解石脉的数量,宽度,充填结晶强度等有关,晚成岩期中形成的方解脉对岩石强度基本无影响,影响岩石强度的主要是表生期沿构造节理和溶蚀裂隙充填的方解石。方解石团块对岩石强度的影响不明显。
4. 无论沿节理还是沿方解石脉破坏,大多呈高角度破坏,表明影响岩石强度的主要是高角度构造节理。
5. 岩石样 品受压后呈碎裂、破裂、劈裂三种型式破坏。碎裂破坏者其破坏强度小于30Mpa,破裂破坏者其抗压强度一般为30~60Mpa,劈裂破坏者其抗压强度大于60Mpa。
试验样品中呈碎裂破坏者为11%,呈破裂和劈裂破者各占44.5%。
沿方解石破坏的样品其中碎裂占11%,破裂占67%,劈裂占22%;沿节理裂隙破坏的样品中劈裂占62.5%,破裂占37.5%,无碎裂破坏者。
有研究资料表明:碳酸盐岩石中平行于微褶曲轴的微破劈理,缝合线,微节理裂隙等结构面的存在和发育,可使岩石抗压强度降低至10~30Mpa,甚至更低,同时使岩石的变形增大,故细观构造是影响岩石地基力学性质的控制因素。各岩体单元的岩样试验破坏情况见表九。
贵州省电视大楼各岩体单元破坏情况表
                                                    表九
     比       单
        例     元
破坏型式        B0        B1        B2        C
碎  裂        14.2%        30.8%        7.9%        0
破  裂        42.9%        46.2%        49%        20%
劈  裂        42.9%        23%        43%        80%
很明显,质量差的岩体单元强度低,以碎裂破坏为主,质量好的岩体单元强度高,以劈裂破坏为主。岩石样品试验的破坏型式大体反映了岩体质量状况,碎裂、破裂、劈裂的破坏型式序列是岩体质量由差到好的表征。
6.一件角砾岩样品,其吸水率为2.77,饱和抗压强度为21.09Mpa,仅为同组对照样品强度的49%,而后者的吸水率为3.92,其孔隙率大于前者,但强度反而较高,原因是角砾岩主要由铁泥质和方解石“胶结”,所以孔隙虽小但强度仍较低。
另一件具有5%溶孔的样品,其强度仅为对照样品的64%。说明溶蚀作用对岩体强度的影响明显。
综上所述:真正由于岩性因素造成岩石破坏的不多,构造节理裂隙是影响岩石强度的重要因素,在钻探岩芯中即可常见沿节理裂隙破损的情况。后生期包气带形成的白色方解石是引起岩石破坏的另一个重要因素,由于其成因所致,对岩石强度的影响较大而且明显。地基持力层应尽可能选择节理裂隙不发育岩体,特别是白色后生方解石脉不发育的岩体。
角砾状构造和溶蚀孔洞对岩体强度也有明显影响,在局部岩体中集中发育,形成一定规模,在选择地基持力层时应予注意。
埋藏成岩期形成的结构构造对岩体强度无明显影响,而在后生构造期形成的结构构造等产物则是影响岩体强度的主要和重要因素。基础施工时应根据上述特点并结合岩体的风化、溶蚀程度来具体判断和选择地基持力层。
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牧马人 发表于 2009-1-26 20:29:35 | 显示全部楼层
(三)地基承载力评价
1. 土质地基承载力
场地主要土体单元均按规范采取土样试验,并根据试验指标值统计计算承载力基本值(f0)标准值(fk)和压缩模量(Es)如下:
(1)素填土
     f0=155KPa   Φf=0.8   fk=124KPa   Es=6.5MPa
(2)硬塑红粘土
     f0=218KPa   Φf=0.957   fk=208.6KPa   Es=7.0MPa
(3)可塑红粘土
     f0=182KPa   Φf=0.93    fk=169.3KPa   Es=5.3MPa
2.岩石地基承载力
岩质地基承载力评价有多种方法,这些方法各有其特点和适应性,根据本工程性质和场地工程地质条件,采用以下方法进行各岩体单元的承载力评价。
(1)单轴抗压强度法:即国标GBJ7-89规范所规定的方法。折减系数φ对于中风化岩石采用0.17,微风化岩石采用0.2。
B0单元   frk=11.28MPa    δ=0.286    f=1918KPa
B1单元   frk=11.19MPa    δ=0.237    f=1902KPa
B2单元   frk=22.32MPa    δ=0.297    f=3794KPa
C单元   frk=51.71MPa    δ=0.144    f=10340KPa
(2)完整性系数法:以场地岩石饱和单轴抗压强度试验指标中的高值者按GBJ7-89规范计算出场地标准岩石承载力设计值,再分别乘以各风化岩体单元的完整性系数,即得相应岩体单元承载力设计值。
标准岩石    frk=59.06MPa     f=59.06×0.2=11.8MPa
A单元      f=11.8×0.15=1770KPa
B0单元      f=11.8×0.22=2596KPa
B1单元      f=11.8×0.22=2596KPa
B2单元      f=11.8×0.38=4484KPa
C单元       f=11.8×0.50=5900KPa
(3)重庆地方规范法:DB51/5003-92规范在评价岩石地基承载力时既考虑了试验指标的置信度,又考虑了岩石地基的节理裂隙和岩坡的影响,更为合理,但未考虑岩溶对岩体强度的影响。计算公式如下:
               fr=Φα&#8226; frm
                              δ
                  Φα= 1- tα         
                                   n
式中:fr —岩石抗压强度标准值
      frm—岩石单轴抗压强度基本值
      Φa—置信度0.95时的修正系数
      ta—置信度0.95时的概率系数
      fk=Φr&#8226;fr&#8226;Φp
式中:fk—岩石地基极限承载力标准值。
       Φr—岩体裂隙影响系数,本处采用岩溶、裂隙发育程度系数(见表二)。
       Φp—岩坡影响系数,本处岩坡以20°计。
据此,各岩体单元承载力如下:
B0单元    fk=10.53MPa    f=fk×0.17=1790KPa
B1单元    fk=8.45MPa     f=fk×0.17=1436KPa
B2单元    fk=17.6MPa     f=fk×0.17=2992KPa
C单元     fk=31.4MPa     f=fk×0.2=6275KPa
(4)按《工程岩体分级标准》GB50218-94:根据该标准中岩体基本质量级别的确定方法,计算出岩体基本质量指标BQ(见表二):
BQ=90+3RC+250KV
据此可查表得出各岩体单元承载力基本值(f0),经下式折减计算出承载力标准值(fK)。本处所采用的基岩形态影响折减系数η=0.9。
fk=η&#8226;f0
A单元   f0=0.5MPa      fk=0.45MPa
B0单元   f0=0.9MPa      fk=0.81MPa
B1单元   f0=0.7MPa      fk=0.63MPa
B2单元   f0=1.8MPa      fk=1.62MPa
C单元    f0=4.6MPa       fk=3.22MPa
(5)建议贵州省岩基承载力通用模式:省建筑工程勘察院常大美,根据贵州省岩质地基特点,提出了岩质地基承载力设计值(f)确定的建议模式:f=φj&#8226;φq&#8226;frk
式中:frk—岩石饱和单轴抗压强度标准值
      φj—考虑节理条件的折减系数
      φq—考虑岩层倾角的修正系数
据此,计算出各岩体单元承载力设计值为:
B0单元    f=0.15×0.9×11.28=1523KPa
B1单元    f=0.1×0.9×11.19=1007KPa
B2单元    f=0.16×0.9×22.32=3214KPa
C单元     f=0.18×0.9×51.71=8377KPa
(6)类比法:用场地附近同一地层中工程地质条件相近的,已建成使用的高、重建筑物各岩体单元承载力值进行类比如下表(表十)
岩体单元承载力工程类比表
                                                       表十
贵阳市广播电视发展中心        解放路—兴关路立交桥
岩体
单元        岩   性        承载力
(KPa)        岩体
单元        岩   性        承载力
(KPa)
a        泥灰岩或其上不厚的白云质灰岩、破碎含泥质灰岩        1000        a        强风化,砂夹碎石        700
b        泥质灰岩,破碎中风化白云质灰岩        1800        b1        破碎岩体,砂夹碎块        1500
c1        中—微风化含泥质灰岩,薄层灰岩        3200        b2        较破碎岩体,碎块状        3000
c2        中—微风化白云质灰岩,中层状        4200        b3        完整岩体,碎块及短柱状        4000
工程地质岩体由于受沉积相、成岩后生作用、地质构造、地下水及岩溶等复杂而又不均一的交叉、重复作用,岩体强度具有明显的不均一性和各向异性,特别是象贵阳市这样后期构造运动强烈,长期上升切割,岩溶不均匀发育的地区更为突出。为此,根据综合考虑后提出本场地各岩体单元承载力设计值如下:
强风化A单元灰质白云岩f=800kpa
中风化B0单元泥质白云岩    f=1800kpa
中风化B1单元灰质白云岩    f=2000kpa
中风化B2单元灰质白云岩    f=3500kpa
微风化C单元灰质白云岩     f=5000kpa
A单元承载力设计值是指强风化的非散粒体状岩体,即不包其中的砂状、角砾状、碎石状等散粒体承载力。
五、地基持力层和基础型式选择及建议
(一)地基持力层选择建议
拟建楼设计为柱基而且单柱荷载大,红粘土地基无论其强度还是厚度均不能满足要求,显然只能以岩质地基作持力层。
1.岩质地基持力层的选择宜尽可能选用C单元或B2单元岩体,尤其是设计荷载大,作用重要的柱基。B2或C岩体单元强度较高,地基均匀性和稳定性较好,同时由于埋深相对较大,可获得嵌岩侧阻力的支持。
2.强风化A单元岩体不能用作地基持力层,亦不宜用作下卧层使用。
3.B0单元岩体由强度较高的含泥质白云岩和强度低(点荷载抗压强度仅6.79MPa)又有崩解性和易软化的泥质白云岩互层组成,均匀性差,不宜直接选作地基持力层,如作为下卧层使用,其上覆地基主要受力层岩体应有较高强度和一定厚度,且须确定泥质白云岩今后完全无软化作用发生的条件。
4.B1单元岩体均匀性差,整体性不良,一般不宜选作主要受力层使用,也不宜作为荷载大,作用重要的柱基下卧层。当其厚度很大时,可以考虑用作荷载较小,作用次要的柱基持力层,此时亦应适当加大嵌岩深度,以调动嵌岩段侧阻力弥补其不足,且一般岩体强度随深度增大而提高。
5.岩质地基中的断裂破碎带,节理裂隙十分发育的破碎岩体和溶蚀发育的岩体均不宜选作地基持力层。
溶洞溶隙周围约0.5~1.0米范围内的岩体,溶蚀往往比较强烈,甚至为松动岩块,桩端持力层选择要避开这些部位。
6.基岩顶面溶洼中心为垂直溶蚀通道,溶蚀深度较大,岩体溶蚀较强,此部位基础宜相对深埋,溶洼深度愈大,溶蚀愈发育。
7.基础不能设置于场地内的地下防空洞室之上。
8.溶蚀洞隙的形态和规模等难于完全查明,故基础应尽可能远离溶洞溶隙设置。基础底面下或邻近有溶洞,且其顶板厚度或岩体质量不太可靠时,宜合理分配荷载,减少桩端荷载强度。对于岩体质量较差的持力层(如B1单元),也宜采用相同方法处理。基础底面应力扩散范围内,不能有溶洞形成的临空面。
9.邻近强风化(A)单元的岩体质量往往较差,不宜用作主要受力层。
10.各柱基桩端持力层选择建议见表十一。
(二)基础型式选择及建议
1.由于场地土体厚度不均匀,基岩顶面起伏不平呈溶蚀洼地、溶沟、溶槽形态,岩基岩体单元构成较复杂,勘探深度内岩基岩溶不均匀发育等原因,不宜采用筏基或箱基,我市有的高层建筑亦曾设想采用筏基,但终因难度较大而未能形成可靠方案运用。
2.根据工程性质和场地工程地质条件,建议选用桩基为主局部采用墩基。并可视地基条件局部采用桩墩基础加条基、板基等联合基础型式或扩底桩基。
3.桩基的施工工艺有多种,适用于本工程的有人工挖孔桩和机械冲、钻成孔,水下灌注成桩两种工艺,各有其优缺点,分述如下:
(1)人工挖孔、人工浇灌成桩工艺。
① 优点:造价相对较低。施工不受机械设备数量控制,总体进度较快,可做扩底桩提高承载力。可直观地了解地基质量,便于发现问题和处理。基础断面不受限制。无施工噪音。对环境污染少。
② 缺点:单桩施工速度慢。安全难于保障。施工深度有限。当地下水位高且水量大时无法施工,如大量抽排地下水则可能引起地面塌陷。当有溶洞涌土时施工困难甚至不能施工。基础埋深越大施工越困难,施工速度随深度降低,工程造价随深度增加而提高。由于采用人工护壁不能利用摩阻力,因此只能以增大桩径来提高承载力,工程总造价相应提高。岩石地基要爆破掘进,破坏了地基持力层完整性及强度。小于1.3米(含护壁)的桩不能施工,增大桩径又提高了工程造价。施工条件受地层制约,在一些特殊地层中不能施工。
(2)机械钻孔、水下灌注成桩工艺。
其优缺点和人工挖孔桩正好相反,即它的优点正是人工桩的缺点,而它的缺点又是人工桩的优点。其最大优点是施工基本不受地层和地下水条件限制,安全、快速。可以最充分的调动地基潜力。可施工中小直径桩,桩径越小施工速度越快。
4.根据场地工程地质条件和不同成桩工艺的优缺点,我们建议:
(1)地基持力层浅埋且地基稳定性较好的柱基,采用人工挖孔桩、墩基础施工。
(2)地基持力层埋深较大或必须穿越溶洞等人工挖孔施工困难的柱位,采用机械钻孔成桩工艺施工为宜,因为:
① 场地地下水埋藏较浅,为岩溶局部承压水且水量较大,采用人工挖孔必须大降深抽排地下水,容易引起场地周围地面塌陷,后果严重,此类事故在贵阳市已不鲜见。
② 场地溶洞内大多充填软、流塑红粘土,且洞隙连通性好,桩孔穿越溶洞易发生涌土,人工挖孔施工困难且不安全。
③ 如设计需要采用桩径小于1.3米的承台群桩时,人工挖孔工艺不能适应。
5.大直径单桩(墩)基础和小直径群桩基础各具优缺点,宜酌情采用。
(1)大断面基础对地基不均匀性有一定的调节作用,可跨越小溶洞或小范围的溶蚀层段,但同时也增大了持力层的不均匀性和出现下伏洞隙的机率。当下伏有大溶洞或大面积溶蚀层段等不良地基时,一旦失稳破坏,无储备可调用,后果严重。
(2)小直径群桩其单桩跨越溶蚀地基和调整地基不均性的能力随桩径减小而降低。但当群桩中有个别桩失效或承载力达不到设计要求时,可调用其他桩体的承载储备予以分担支持。
以上两点的共同前提是桩身强度必须满足需要。
从理论上说,硬质岩地基中的群桩可不考虑群桩效应,但这是对均质地基而言,而对于节理裂隙和岩溶都发育的不均匀岩质地基,还是需要适当考虑群桩效应可能产生的不良影响。即当群桩全部或大部处于大面积的洞隙或溶蚀层段之上,同时节理裂隙又比较发育,而且桩距又较小时,桩侧、桩端应力的叠加有可能产生群桩效应而引起持力层破坏。解决的办法是适当增大桩径减小桩数、增大桩距或适当调整桩长,将桩端分别置于不同深度的持力层上,以减少或消除群桩效应。
6.桩基顶部宜与地下室底板牢固嵌接,并令地下室底板有足够强度,使地下室底板形同一个大的低桩承台,充分发挥桩台共同作用的承载和调整能力。
7.场地内溶洞大多充填软塑、流塑粘土,部分为空洞,且有地下水活动。局部尚有人防巷道洞穴。穿过这些部位的桩体桩周无岩土侧限支持,宜适当提高桩身抗剪强度。
8.基础设计需要考虑岩溶地基的长期稳定性问题,如今后由于场地附近地下水开采、深基坑降水、气候原因等引发的岩溶塌陷可能对建筑物造成的危害。

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牧马人 发表于 2009-1-26 20:41:46 | 显示全部楼层
本帖最后由 牧马人 于 2009-1-26 21:10 编辑

说明:
1、以上只是根据cdddd 朋友的要求,贴出的该报告中的有关部分,还有更多内容以及附件,如:《贵州电视大楼岩石薄片鉴定报告》等尚未录入,在适当的时候,我再贴出,供大家参考。我想以上内容已基本满足cdddd 朋友的要求,如还有需要,请提出;
2、由于报告中的照片和剖面图等尚未制成电子文档,实属遗憾;
3、欢迎大家提出宝贵意见。
4、在上述报告和剖面图中,对不同的岩体单元已作了具体的划分,在基础设计时可根据岩体单元的岩质特征、分布、埋深、承载力设计值和相邻的岩体单元分布、岩溶发育特征等等,选择地基持力层及确定相关基础参数。
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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-29 22:22:24 | 显示全部楼层
其实,抛出这个问题,希望大家通过讨论得出一些结论。如岩石地基到底要不要进行深度修正?经过大家讨论好像得到共识,就是要就进行深度修正。但是,从传统岩石力学上怎么给予合理解析,请大家提供思路?
第二:怎么进行深度修正?是不是和土层一样,取深度修正系数,而且其值不小于1.0,那么按照什么来取?按照"风化程度".还是按照“岩体单元”进行取值,但是“岩体单元”可能很多掌握起来,有一定困难,因为国家规范没有相应规定,可能贵州规范有类似规定,请知道上传一下?
第三:要不要进行宽度修正?若要?宽度修正系数怎么取?
请大家针对上述问题展开讨论,尽量简要,切中要点!!!!!
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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-29 22:43:45 | 显示全部楼层
现在上传一个文章,文章的结尾,好像有点问题,文章讨论的是天然地基,但是拟建物采用的桩基础,这之间好像有点脱节!!?
QQ截图未命名.GIF

对软质岩石地基承载力的一点新认识.pdf

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-29 23:05:39 | 显示全部楼层
The 50 Principles of Rock Mechanics
for Rock Engineering
1.        Rock is a natural material: its properties cannot be specified as with a fabricated material; the properties have to be measured on site.  The geological history of a rock mass will determine several key characteristics. These include the inhomogeneity (different properties at different locations), the anisotropy (different properties in different directions), the presence and mechanical characteristics of the discontinuities (pre-existing fractures), and the hydraulic properties.

2.        The nature of the intact rock will depend on its geological type and the degree of weathering to which it has been subjected.  Rock mechanics started with detailed studies of the deformation and failure of intact rock. The engineering properties of intact rock are functions of the rock microstructure which in turn is a function of the geological formation and history.

3.        Using a stiff or servo-controlled testing machine, the complete stress-strain curve for intact rock in uniaxial compression can be obtained. The test is conducted with axial strain as the independent variable (the controlled variable) and axial stress as the dependent variable (the measured variable).  The complete stress-strain curve represents the structural collapse of the rock microstructure from initial loading to complete disintegration.  The most widely-used characteristics of the complete stress-strain curve are the modulus (measured at 50% maximum stress) and the compressive strength ( the maximum stress sustained).

4.        The complete stress-strain curve for intact rock depends on the specimen geometry and loading conditions of the test and the environmental conditions. In fact, neither the compressive strength nor the tensile strength is a material property – because they both depend on the specimen geometry and the loading conditions of the test. A material property does not depend on these factors.

5.        When a confining pressure is also applied during a compression test on intact rock, the rock will exhibit either brittle or ductile behavior. In brittle behavior, the stress decreases after the compressive strength has been reached.  In ductile behavior, the stress continues to increase. The confining pressure associated with the brittle-ductile transition is, for example, 0 MPa for rock salt, 20-100 MPa for limestone, and more than 100 MPa for sandstone and granite.

6.        The most widely used failure criteria for intact rock are the Mohr-Coulomb, Griffith, and Hock-Brown failure criteria. The Mohr-Coulomb criterion considers the cohesion and angle of friction associated with shear failure. The Griffith criterion considers the energy required by a propagating crack in terms of an initial crack length. The Hoek-Brown criterion is an empirical criterion using two parameters which can be estimated from the rock description. Many other failure criteria for intact rock have been developed.

7.        In most cases, the properties and engineering behaviour of rock masses are governed by the discontinuities. The discontinuities are any breaks in the mechanical rock continuum - which can occur at a variety of scales, from faults to bedding planes to joints to fissures and micro-fissures.  The most important discontinuities for engineering are faults or other shear features, but joints - which have been created by normal tensile stresses - can be very significant as well. Discontinuities have little or zero tensile strength.

8.        Ten main characteristics are used to describe discontinuities: spacing; orientation; persistence; roughness; aperture; number of sets; block size; filling; wall strength; and seepage.

9.        The most widely used parameter to describe discontinuity occurrence is the Rock Quality Designation (RQD). This is the percentage of pieces in a borebole core or lengths along a seanline that are greater than l0 mm or 4 inches. The RQD can be related to the discontinuity frequency if the nature of the discontinuity spacing histogram is known.

10.        Because discontinuities tend to occur in sets (of parallel or sub-parallel discontinuities), the discontinuity frequency value is different along lines in different directions through a rock mass. It follows that the RQD will also be different in different directions through the rock mass.

11.        The persistence, or extent of a discontinuity, is an important characteristic for many engineering characteristics, such as the modulus of deformation of the rock, the degree to which rock blocks are formed, and the hydraulic connectivity of the discontinuity network. The roughness, aperture and filling of the discontinuities are also important for the mechanical and hydrological characteristics.

12.        The main mechanical properties of a discontinuity for engineering are the stiffness and strength. The stiffness should be considered as the normal stiffness and the two shear stiffnesses; the strength is specified by the shear strength, i.e. the angle of friction (remembering that the discontinuity has essentially no tensile strength, and is also assumed to have little or no cohesion).  The angle of friction is a complex combination of the basic friction angle, the strength of the asperites and the discontinuity roughness.

13.        A rock mass will contain a pre-existing natural stress state, the in situ stress, which is caused by geological processes, mainly tectonic. The quantity ‘stress’ is not a scalar or vector quantity but a tensor quantity which has to be characterized by six independent values----usually the magnitudes and directions of the three principal stresses. These rock stresses are mainly caused by tectonic activity but old, residual stresses can also be present.

14.        There are four main methods of measuring the in situ stress: the flat jack, hydraulic fracturing, the USBM overcoring torpedo, and the CSIRO overcoring gauge. The CSIRO gauge is the most reliable and hydraulic fracturing is the only method, that can be used a significant distance from 'man-access'. It is the rule rather than the exception that the maximum horizontal stress component is greater than the vertical stress component.  Because discontinuities have a significant effect on the local principal stress magnitudes and directions, measured stresses are expected to vary at the project location.

15.        Water can be present in the pores of the intact rock and in the discontinuities. The water pressure is subtracted from the normal stress components of the stress tensor to give effective stresses.

16.        Strain is a tensor quantity like stress. Assuming the rock is behaving elastically, the six components of the strain tensor can be related to the six components of the stress tensor by the elastic compliance matrix.  For isotropy, two elastic constants are needed: Young's modulus and Poisson's ratio. For transverse isotropy, five elastic constants are needed: two Young's moduli, two Poisson's ratios and a shear modulus. For orthotropy, nine elastic constants are required: three Young's moduli, three Poisson's ratios and three shear moduli.  For complete anisotropy, the 21 independent constants of the elastic compliance matrix are required.

17.        The 'ideal' rock mass is a CHILE material: Continuous, Homogeneous, Isotropic, and Linearly Elastic.  The actual rock mass is a DIANE material: Discontinuous, Inhomogeneous, Anisotropic, and Not Elastic.  Rock masses are discontinuous because they contain discontinuities.  They are inhomogeneous and anisotropic because they are composed of different geological strata and different discontinuity geometries at different locations and which have different properties in different directions. They are not elastic because the energy given to the rock mass during deformation cannot generally be recovered completely.

18.        The deformability of a rock mass results from deformation of both the intact rock and the discontinuities. Because the intact rock can be anisotropic and because the discontinuities occur in sets causing the discontinuity contributions to be anisotropic, the deformation modulus of the rock mass will be different in different directions.

19.        The strength of a rock mass will depend on whether failure occurs through the intact rock or along one or more discontinuities.

20.        The ease with which water flows through a rock mass is expressed by the permeability. Like stress and strain, permeability is a second order tensor with six independent components - usually characterized by the magnitudes and directions of the principal permeabilities. The permeability of fractured rock masses can vary greatly.

21.        The Representative Elemental Volume (REV) is an important concept for the permeability of rock mass. In a rock mass sample, the number of discontinuities present is a function of the sample size, stabilizing in average properties when the sample size is large enough. The REV is the rock mass sample size below which the permeability can vary significantly and at and above which the permeability is essentially constant.  This REV concept also applies to all properties governed wholly or partly by the discontinuities.

22.        In order to establish the properties of rocks, testing techniques are used.  These testing techniques can be standardized. However, different properties are required for different projects. Because there are many different rock engineering objectives, even though the testing techniques themselves can be standardized, there can be no standardized site investigation.

23.        Because the REV size is generally of the order of tens of meters, it is generally not possible to conduct meaningful tests directly on the rock mass. Tests are conducted on the intact rock and the discontinuities separately and their significance for the rock mass properties evaluated. The main organizations publishing test methods are the ISRM and the ASTM.

24.        The concepts of accuracy, bias, precision and resolution are useful when considering rock tests on intact rock and discontinuities. Accuracy is when the correct answer is obtained on the average, the bias is the difference between the sample mean and the actual mean, precision is when the results are closely spaced (whether they are accurate or not), and resolution is the number of decimal places to which the value is obtained.

25.        One of the most popular methods of combining the intact rock and discontinuity properties for assessing rock mass properties is through the use of rock mass classification schemes. The two most popular schemes are the Rock Mass Rating (RMR) developed by Bieniawski and the Q rating developed by Barton. The RMR system uses one property of the intact rock, three properties of the discontinuities, the ground water conditions and the orientation of the discontinuities relative to the engineered structure. The Q system uses four properties of the discontinuities, the water flow and the stress condition.  These systems have been successfully and widely used in practice to design tunnel supports and to estimate rock mass properties.

26.        It is very important in rock engineering design to establish the objectives of the project and the objectives of the supporting analysis. Once the objectives have been established, the physical variables and their interactions can be established using the Rock Engineering Systems approach. The main variables are listed along the leading diagonal of an interaction matrix with the interaction between each pair of variables established for each position in the matrix. This defines the rock engineering system and, from the matrix, an audit of the information required for design, the variables that are most significant, the critical mechanisms and hence the optimal form of site investigation, numerical codes and the hazards that may arise can all be established.

27.        When rock is excavated for an engineering project, it is necessary to break the rock being removed and avoid breaking the remaining rock.  The created rock surface (e.g. the slope face or tunnel surface) is thus a critical interface between the excavation and support objectives.

28.        The excavation process consists of changing the in sim block size distribution to the fragment size distribution after excavation.

29.        There are only two main methods of excavation.  One is blasting in which large mounts of energy are applied to the rock in seconds with quiescent periods of several hours in between.  The other is by mechanized excavation where a much smaller level of energy is continuously input to the rock (except when the machine is not operating).

30.        Optimizing rock breakage by explosives consists of optimizing the separate effects of the explosive's stress wave and gas pressure and their interactions with the free face.  Optimizing meehanised excavation consists of optimizing the transfer of energy from the tunnel boring machine cutters to the rock. This involves mechanical engineering considerations, the configuration of the cutters, steering the machine, reducing vibrations, minimizing down time etc.

31.        After the rock is excavated the stability of the resultant rock surfaces must considered. The three primary effects of excavation are as follows.
a.        Displacements occur because rock resistance has been removed.
b.        There are no normal and shear stresses on an unsupported excavation surface and hence it becomes a principal stress plane---involving a change of the pre-existing stress field.
c.        At the boundary of the excavation open to the atmosphere, water pressure is reduced to atmospheric pressure causing the excavation to act as a sink with water flowing into it.

32.        To stabilise an excavation, either no support, rock reinforcement (i.e. rock bolts) or rock support (e.g. a cast concrete roof) may be necessary. The reinforcement strategy is to bolt the rock blocks together so that they behave more like a rock continuum. The support strategy is to maintain the rock displacements to tolerable levels.

33.        The ground response curve, in which the support pressure is plotted against the boundary displacement, is a useful conceptual framework for considering the stability requirements in continuous and discontinuous rock, and to illustrate the effect of rock damage that might be caused by the excavation process.

34.        A method of rapidly assessing the potential of an excavation to initiate slip on discontinuities or laminations in rock is theφj theory in which the direction of the stress at the excavation surface is considered in relation to the orientation of the discontinuities and their angle of friction.

35.        Slope instability can be caused by failure occurring through weak intact rock or along pre-existing discontinuities in harder rock. This indicates four main types of rock slope instability: circular slip; plane sliding; wedge sliding; and toppling. A great deal can be achieved quickly in assessing the potential for instability by using simple solutions for circular slip potential and considering the slope and discontinuity dip and dip directions for failure initiated along pre-existing discontinuities.

36.        The same applies for foundations where considerations of, for example, the Boussinesq solution for the point load of a half space (and how this might be modified by anisotropic rock and slip on pre-existing discontinuities), are helpful.

37.        When designing surface slopes, there should always be an initial kinematic analysis of slope instability, i.e. given the geometry of the slope and the discontinuities, is it physically possible for the rock to slide? Because the discontinuities tend to occur in sets, there always needs to be consideration of designing the excavation in harmony with the rock structure. For example, a surface excavation which is circular in plan never provides optimal protection; an excavation which is elliptical in plan is always better.

38.        Because of uncertainty in the input data in such design considerations, it is helpful to conduct a sensitivity analysis using probalisfic methods, fuzzy maths etc.

39.        Certain directions and cross-sectional shapes of tunnels and other underground excavations will always be better than others - because the discontinuities do not occur at random orientations.  Preliminary considerations using methods such as hemispherical projection and block theory to identify the ustable blocks are most helpful.

40.        The excavation must also be designed against failure induced by stresses. The process of excavation not only makes the excavation surface a principal stress plane, it also increases the stress component in one direction and decrease it in another. It is necessary to assess the regions of high stress and whether failure will occur, and the consequences of such failure. Simple considerations of the stress can be most helpful in this regard. The load in the region of an excavation is conserved before and after excavation so the redistribution of the load can be considered, and solutions for circular and elliptical excavations can be used to estimates stress concentrations.

41.        Sophisticated numerical codes are now available for assessing the effect of excavation on block movements, stresses and water flow within rock masses. Most of the trends predicted by these programmes can be established from the principles already presented. Therefore, these programmes come into their own when specific values are required, high speed sensitivity studies are needed, etc. These numerical codes are a revolution in rock mechanics analysis capability.

42.        A useful concept when dealing with closely spaced excavations is the 'zone of influence'. The disturbance caused to the rock mass by excavation is evaluated and then the engineering zone of influence is studied, i.e. the volumetric extent of the rock where the stress for example is affected by more than say 5% of its original value. The zone can be estimated via the simple methods already mentioned and is of help not only in deciding how far away from each other proximate excavations should be but also the best sequence of excavation.

43.        The design life of the project is important because the rock mechanisms are time dependent. An open-pit coal mine can have a life as low as five years, an open pit or underground metal mine can have a life of around 30 years, a civil engineering tunnel 120 years, and a radioactive waste repository 10,000 years.

44.        The principles in this list apply to all rock engineering projects because they are based on the fundamental geometry, properties and mechanics of rock masses. The principles apply to foundations, slopes, shafts, tunnels, caverns, mining, geothermal energy, radioactive waste disposal, etc.

45.        The two subjects which are most useful for rock engineering design are stress analysis and steo-graphic projection. All rock engineers must understand the essence of these two subjects.

46.        The process of analysis, design and site investigation continues during construction when the rock properties are more apparent and the effects of construction clearer. Remember that measured engineering performance parameters, such as tunnel convergence, can provide the best information for design and that successful back analysis may be required for a fuller understanding of the observed mechanisms.

47.        Each rock mass and each rock engineering project are unique.

48.        The principles of structural mechanics and soil mechanics should be used for rock only with extreme caution, checking that the assumptions on which the principles were developed do indeed apply to rock (in some cases they will, and in most cases they will not).

49.        In the case of a new project (in which there is no precedent practice), the design considerations will rely entirely on the rock mechanics principles and numerical codes, backed by in situ feedback at early stages of construction.

50.        There is no standardized method for designing structures in rock. It is, however, essential to understand and apply all the fifty principles to any rock engineering project. The application of these principles does not guarantee success, but it certainly reduces the possibility of failure - and it is your responsibility to do everything that you can to ensure that these principles are applied on any rock engineering project with which you are involved.
先翻译了前面六条,如下。如果大家感兴趣再接着翻译。
1. 岩石是一种天然材料:其材料力学特性不能像人工材料一样定义,必须进行现场测量。岩体的地质历史会影响其一些关键的特性,这包括:非均匀性(不同的地点有不同的特性),各向异性(不同的方向有不同的特性),断层的存在及其力学特性(已经存在的不连续性),还有其水力特性。
2. 岩块的特性取决于其地质类型和其经受的风化程度。岩石力学从详细研究岩块的变形和破坏开始,岩块的工程特性是岩石微观结构的函数,而反过来微观结构又是地质变形和地质历史的函数。
3. 使用刚性的或伺服控制试验机,可以得出岩块在单轴压缩的完整应力-应变曲线(也称为全应力应变曲线),试验采用轴向应变作为自变量(控制变量),而轴向应力作为因变量(量测变量)。完整的应力-应变曲线可以表示出从初始加载到完全破坏过程中岩石微观裂隙的破坏过程。最常用的完整应力-应变曲线特性是模量(50%最大应力时量测的值)和抗压强度(持续的最大应力)
4. 岩块的完全应力应变曲线取决于试样的几何形状和试验的加荷条件以及环境条件,实际上,抗压强度和抗拉强度都不是材料的特性,因为这二者都取决于试样的几何形状和试验的加荷条件。材料特性不应当取决于这些因素。
5. 如果在岩块的压缩试验中也施加上围压,岩石可能表现为脆性特征,也可能是延性特征。表现为脆性特征时,当达到抗压强度以后,应力会急剧下降。表现为延性特征时,应力会持续增长。作为脆性到延性转换的因素—围压,岩盐是0MPa,石灰石是20-100MPa,而对砂岩或花岗岩则超过100MPa。
6. 岩块最常用的破坏准则是Mohr-Coulomb、Griffith和Hoek-Brown准则。Mohr-Coulomb准则考虑了与剪切破坏相关的凝聚力和磨擦角。Griffith准则考虑了用初始裂隙长度表示的裂隙延伸所需要的能量。Hoek-Brown准则是一个经验准则,用两个参数表示,而这两个参数可以用岩石描述来估计。另外,还提出了很多其他的岩块破坏准则。

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-29 23:15:04 | 显示全部楼层
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软质岩石地基承载力试验研究.pdf

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-29 23:21:47 | 显示全部楼层
我们在勘察报告中往往要提供地基承载力参数。
土体地基承载力:  
    单位面积土体在一定变形范围内所能承受的荷载。“一定变形范围”这个定义很重要,因为土体本身不存在什么承载力的问题,只不过为了满足上部结构对变形或沉降的限制,要求所施加在单位面积土体上的荷载不能太大,即所谓的地基承载力,其实属于变形控制设计。关于这个问题可以从堤坝的设计要求来理解,堤坝往往要求验算稳定性和变形,而没有说什么堤坝底部土体承载力的问题(参见  几个易误解的土力学问题(殷宗泽教授).ppt)
岩体地基承载力:  
    对“岩体地基承载力”这一词汇存在争论,就是有没有必要提供岩体地基承载力。岩体的变形模量往往很大(全风化不在讨论之列),所以在上部荷载的作用下,变形往往很小,所以通常不存在变形控制的问题,而往往是岩石破坏(剪切)。所以,有没有必要提供“岩体地基承载力”,如果没有必要,那该提供哪些参数,C、fi、E? 请大家发表自己的见解。
对于工民建来讲,岩石的承载力及变形完全满足,偏偏要求取岩样作试验??还要作静载试验???

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 楼主| cdddd 发表于 2009-1-29 23:25:04 | 显示全部楼层
这里有一个观点,有值得借鉴之处,有些说法待商榷。
首先要反过来去了解为什么土质地基可以进行深宽修正,再回过头来即可知道岩石地基不作深度修正。略作说明:主要是因为土是一种大变形材料,土质地基可以容许出现局部的塑性变形,通过容许地基土出现一定程度的变形而获得更高的地基承载力,而这个“一定程度的变形”可以通过基础埋深两侧的土进行限制,所以土质地基可以深宽修正;岩石地基主要出现弹性变形,而且岩层、岩体的强度主要受岩体裂隙控制,比之无裂隙的岩石强度低很多,因此当岩石出现微小变形即已经达到塑性变形了,岩石已经破坏,因此岩石地基一般不作深宽修正。
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ljmtidilgw 发表于 2009-1-30 00:34:26 | 显示全部楼层
我随便说两句,有关楼主的疑问:
(1)岩石地基要不要承载力?
搞建筑地基设计,岩石浅基础和桩基础,都要提供地基承载力和弹性模量;而大坝设计正如楼主所说,没有承载力要求,这个和设计采用的计算方法和模型有关系。注意一点,大坝要坐落在弱风化或更好的岩石上,除此之外,如果渗透性强要帷幕灌浆处理、裂隙发育+模量小,可能需要固结灌浆处理。大坝主要考虑变形、防渗和抗滑稳定。我负责了很多大坝,坝基岩体提供弹性或变形模量、不同岩石质量类别的c、φ值。

(2)深度效应
土的深度效应很明显,其中桩基设计中侧阻力的取得就可以体现出来。香港、新加坡都采用它们:就是粘性土采用α法(fs=α x c)、砂土采用β法(fs=β x σ‘),其中σ’就是垂直有效应力,是深度的函数。不管搞桩基或土钉设计,有效应力法比较得到大家的认可,我们很多时候是给一个侧阻力的经验值,其实是和深度有关系的,随深度增加而增加(至少可以按深度分段给出不同的值)。

楼主在20#楼提出了一个极端的例子“我在这里假定一个极端例子:假如人类科学发展很快,准备修建一个埋深1000m的建筑物,假定地表下1000m也为中等风化泥岩,单轴天然抗压强度为4MPa,那么折减系数取0.4,那么埋深1000m中等风化泥岩地基承载力为1600KPa。那么1000m以上的土和岩石自重为1000*18=18000KPa,自重远远大于中等风化泥岩地基承载力,那么泥岩不是被自重压破坏了?其实没有,说明有“深度效应”。但是怎么考虑现在理论上有无成熟的思路请大家提供?”

我的看法:您假设的情况实际中不存在或参数不配套,1000米的土层的压力都20MPa了(岩石应该27MPa),而单轴抗压才4MPa,岩体的抗压强度会更小(因为岩体=岩石+裂隙等)。一般不可能,除非是垂直破碎带里的充填物而且有岩石拱的屏蔽效应。在中国的大部分地区,水平地应力远大于垂直地应力,是垂直的2-3倍。那么软的岩石会是什么状态和如何分布?

(3)岩石和土的区别
搞岩石和土要严格分开,但全风化岩石的性状和参数可以参考土的参数。强风化或更好的岩石,应该按岩石的特性来考虑。

另外,边坡稳定方面,土边坡考虑侧向土压力与土的主动土压力系数有关,而岩石则考虑结构面控制,重点放到结构面的产状和摩擦系数上,确实两者处理差别很大。但和上面一样,如果是一堆碎石或全风化岩石,您可以按均质体各向同性考虑,引入土压力也不是不可以。
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牧马人 发表于 2009-1-30 02:17:42 | 显示全部楼层
在贵州的地方规范中,对岩体质量单元的划分没有具体的规定。因为从十多年前贵州就总结出了按岩体质量单元的划分来评价岩质地基的经验,并在省内进行推广,已形成固定模式,到目前所有的从业人员都能熟知和应用,但却还没有提出一套完整的划分方案。一般是以岩石的抗压强度、声波值、风化程度等来作为划分指标。在我上面贴出的“(四)岩体单元划分”一节,就是我对岩体单元划分的具体意见和讨论。目前通用的划分标准较我使用的项目要少。另外,在贵州对于岩质地基没有考虑,也没有提出深度效应的问题。

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cjd502 发表于 2009-1-30 09:51:38 | 显示全部楼层
这样的讨论非常有意义。对于软岩,需要补充一句:由于取样的扰动性,以及取样后存在卸压、暴气等因素影响,试验所得的软岩强度会显著偏低。再者,三维条件下的岩石强度与埋深有关。

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ljmtidilgw 发表于 2009-1-31 10:45:44 | 显示全部楼层
在重申下几个问题:

(1)承载力建议问题
搞大坝,特别是岩石地基,勘察不提交承载力参数,首先可能是设计计算模型不需要这个,可能需要c、φ或岩体抗压强度(=岩石单轴抗压+结构面、地应力校正,论坛里有Hoek计算小程序)。

那么如果大坝地基是在土地基上,需要承载力吗?答案是:需要。也就是说明,对于中等风化岩石地基,承载力已经远远满足大坝要求,一般是浅基础,直接浇注混凝土。变形是关键。

(2)岩石桩基参数和浅基础参数提取问题
两者有点区别,一般桩基参数比浅基础要偏高,因为考虑桩的尺寸和岩石节理裂隙间距,对相对尺寸较小的桩体来说,结构面效应要小,就是说考虑岩石的强度多些;而岩石浅基础,一般基础尺寸比较大,不管模量或承载力都要根据岩石节理裂隙发育程度来折减,就是说考虑岩体的强度多些。大概是这个思路。
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牧马人 发表于 2009-2-1 02:00:23 | 显示全部楼层
土体与岩体由于其属性不同,他们的工程特性有着本质的差别。土体是弹塑性体,其密度变化很大,所以其工程特性与埋深有关,也就是与其土质特征和围压关系密切,因此一般认为需要考虑深度效应,而大多数岩体并非弹塑性体,其中又有节理裂隙发育,影响其工程特性,只有在岩体完整或比较完整,而且应力又不太高的情况下进行地应力量测时,可以近似地将其当作弹性介质看待。
即使是土质地基的深度效应问题,我们也还缺乏足够的认识,尽管早已有先辈对其进行试验研究,但仍不成熟,还达不到普遍定量应用的水平。例如对于桩侧阻力的深度效应,Vesic(  1967)和Meyerhof(1978)分别在沙土中作模型试验所得出的数据各不相同,而与F.A.Tavenas(1971)、G.G.Meyerhof(1976)所作的现场试验的结果也不一致。所以还需要做大量的试验研究工作去进一步查明。
楼主所提出的地基问题,是目前亟待解决的现实工程问题,而且又是岩质地基。所以我认为还没有必要去考虑深度效应问题。由于企望能对楼主所面临的现实工程问题有所帮助,我提供了参考意见和参考资料。在我们这里以及我所做过的高层、超高层建筑勘察中,对于地基承载力都是采用我所介绍的方法去评价和解决的,到目前为止,还没有发现重大问题,只要认真地查明了场地地质构造和岩性以及岩体物力参数,我认为可以放心采用。
ljmtidilgw 超版所提到的地应力问题,据我所知,地应力问题所要解决的是岩体的稳定性评价,也就是应力、应变—岩体的形变问题,所以目前尚仅限于地下洞室(含隧道)的工程应用,好像还没有用于建筑物地基的评价中。你的推想很有意思,有关这方面的研究我尚未见。应该说地基问题与地应力也有一定关系,但具体的相关性,尚待试验研究。

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ljmtidilgw 发表于 2009-2-3 22:59:02 | 显示全部楼层
这里有一个文章里把澳大利亚、加拿大、南非等国家的水平和垂直地应力的相关关系给出来了,主要让大家明白,岩石里水平构造应力很大!见图
1.JPG
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mxf147 发表于 2009-2-5 23:34:40 | 显示全部楼层
学习了,真长知识
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zk198359 发表于 2009-5-27 17:34:32 | 显示全部楼层
:)只有一个  好 字可以形容  学习了。
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龙兴关外 发表于 2009-8-6 11:48:00 | 显示全部楼层
“中筒荷载20000KN/m2"
这个有问题吧?
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龙兴关外 发表于 2009-8-6 11:51:14 | 显示全部楼层
现在勘察结果出来,在20m深度以下都是中等风化泥岩,属于极软岩,勘察单位提出地基承载力为800KPa,

这说明勘察单位的经验不足。
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龙兴关外 发表于 2009-8-6 11:51:30 | 显示全部楼层
现在勘察结果出来,在20m深度以下都是中等风化泥岩,属于极软岩,勘察单位提出地基承载力为800KPa,

这说明勘察单位的经验不足。

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低调。。飘。。 发表于 2009-9-28 12:50:08 | 显示全部楼层
谢谢楼主
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ljmtidilgw 发表于 2009-10-7 15:10:14 | 显示全部楼层
本帖最后由 ljmtidilgw 于 2009-10-7 15:24 编辑

岩体质量分类在水利和铁道部门应用很广,在国内建筑部门很少应用。而国外岩土勘察(包括建筑行业)报告建议岩体质量指标,而不是岩石指标,基本是按五分法RMR分类给的。

给岩体质量分类指标除了提供指标更容易和场地参数统一标准化的好处(5类岩石,就提供5套参数),还会有解决很多岩石分类难以处理的问题,如岩石十分破碎但中等风化或更好、岩石完整但强度很低等情况。
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kite78 发表于 2015-1-6 13:28:14 | 显示全部楼层
学习
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bczs 发表于 2016-4-21 21:14:16 | 显示全部楼层
可以现场采取岩基载荷试验,根据试验结果进行上部基础设计
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otec 发表于 2016-4-29 09:32:51 | 显示全部楼层
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 楼主| cdddd 发表于 2016-5-8 08:55:04 | 显示全部楼层
35M厚度的杂填土(以建筑垃圾为主)地基如何处理?
拟建房屋17层,地下室一层,如何处理这么厚的建筑垃圾地基?
1、灌注桩?   
2、浅层换填+CFG桩?
3、重锤冲扩渣土桩符合地基?
这么厚的的建筑垃圾地层后期的固结沉降带给桩身的负摩阻力如何平衡?
根据勘察显示局部地区杂填厚度达到45m,地层的不均匀沉降也成问题!

总工意见:不宜建筑,挪地吧(有点不动脑筋)
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jj71219jj 发表于 2016-5-8 10:11:29 | 显示全部楼层
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gghh8488 发表于 2016-8-31 00:05:07 | 显示全部楼层
好好学习学习!
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zyw12345671 发表于 2016-8-31 09:02:27 | 显示全部楼层
学习啦,非常感谢
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otec 发表于 2016-8-31 10:28:58 | 显示全部楼层
专业!!1
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