建筑地基沉降控制与工程实例培训方案研究.pptx

建筑地基沉降控制与工程实例邱明兵2014年4月PkfaSs812kN可见地基承载力满足建筑物荷载需求。（2）建筑物沉降计算（按建筑地基基础设计规范第5.3.5条计算）最终沉降值 s=ss=0.22x542=120mm812kN可见地基承载力满足建筑物荷载需求。（2）建筑物沉降计算（按建筑地基基础设计规范第5.3.5条计算）最终沉降值 s=ss=0.2x421=84mm812kN可见地基承载力满足建筑物荷载需求。（2）建筑物沉降计算（按建筑地基基础设计规范第5.3.5条计算）最终沉降值 s=ss=0.2x397=79.4mm200mm。可见预估总沉降满足建筑物需求。（3）核心筒沉降计算，最终沉降值 s=ss=0.2x397=79.4mm200mm。（4）核心筒地基承载力验算，fa=300+2.0 x18x3+3.0 x18x14.5=1191kN荷载，但是灰岩侧面分布着中风化泥岩，其承载力特征值仅仅为1000kPa，这对灰岩承载力有无影响呢？（2）边框架下地基承载力计算边框架下荷载效应标准值约为900kPa（柱荷载通过筏型基础分布在一个跨度9mx5m平面上），而中风化泥岩承载力特征值为1000kPa，表面上看承载力荷载，可以采用天然地基。但是中风化泥岩的沉降会否大于中风化灰岩？这部分差异沉降有多大呢？上部框支结构能否承受产生的差异沉降呢？如果预估天然地基差异沉降过大而选用桩基础，那桩端持力层选灰岩还是泥岩？如果桩端持力层取泥岩长，那桩长取多少？以上4个项目，从“按承载力设计”的思路开始，总不能最终解决问题，其落脚点还是要解决建筑物的总沉降和差异沉降，即是按“按变形控制”的思路。项目4分析：（1）核心筒地基承载力验算核心筒下荷载效应标准值为2000kPa，而中风化灰岩承载力特征值为4500kPa，表面上看承载力荷载，但是灰岩侧面分布着中风化泥岩，其承载力特征值仅仅为1000kPa，这对灰岩承载力有无影响呢？（2）边框架下地基承载力计算边框架下荷载效应标准值约为900kPa（柱荷载通过筏型基础分布在一个跨度9mx5m平面上），而中风化泥岩承载力特征值为1000kPa，表面上看承载力荷载，可以采用天然地基。但是中风化泥岩的沉降会否大于中风化灰岩？这部分差异沉降有多大呢？上部框支结构能否承受产生的差异沉降呢？如果预估天然地基差异沉降过大而选用桩基础，那桩端持力层选灰岩还是泥岩？如果桩端持力层取泥岩长，那桩长取多少？以上4个项目，从“按承载力设计”的思路开始，总不能最终解决问题，其落脚点还是要解决建筑物的总沉降和差异沉降，即是按“按变形控制”的思路。1.2地基承载力涵义地基承载力涵义探讨探讨1.2.1地基承载力与上部结构的适应能力有关研究建筑工程建筑工程岩土力学性能的目标是为了防止上部结构破坏或坍防止上部结构破坏或坍塌塌。一方面岩土性能有自身的独立性；另一方面，建筑物对于岩土不仅仅提供荷载、刚度，还提供“需求”。如果没有这些需求，岩体力学的研究就没有意义；建筑物特征不同，其“需求”也不同，对岩土性能要求也不同，因此岩体的相关指标的“限值”，不能脱离建筑物特征建筑物特征而独立存在。土的工程性能有力学性能、水理性能、化学性能力学性能、水理性能、化学性能等。工程力学性能用地基承载力特征值表示。地基承载力确定方法：根据力学指标用理论公式计算；根据建筑经验给出一个概略的数值；用野外载荷试验确定。我国主要用野外载荷试验确定承载力特征值，压板面积为0.25m2或0.5m2，压板下23倍宽度范围内土层是匀质的。地基的允许承载力允许承载力是指在建筑物独立基础建筑物独立基础荷载作用下，地基的强度（整体稳定性对应的强度）和变形（对于粘性土、淤泥质土等以变形控制）都能满足要求的承载能力。即是说：在保证建筑物地基的整体稳定性的同时，又不至于产生过大的沉降。换言之，这是一个双控的指标。1.2.2岩石地基承载力与基础埋深岩石地基承载力与基础埋深1、岩石岩石地基承载力地基承载力岩土工程关注的是岩石的强度。岩石的坚硬程度根据岩块的饱和单轴抗压强度frk分为坚硬岩、较硬岩、较软岩、软岩和极软岩。岩体完整程度可分为完整、较完整、较破碎、破碎和极破碎。确定岩石承载力应确定岩石破坏模式，这与岩体节理、微裂隙、填充物、结构面倾斜方向等等密切相关，并不能一概确定某种极限破坏模式，这导致要统一确定岩石极限承载力称为不能完成的任务。为了方便工程师使用，89版建筑地基基础设计规范根据全国各地岩基平板载荷试验和岩样试验的资料统计回归，建议取胡岱文、黄求顺在“岩石地基的承载力”一文中（重庆建筑大学学报，1995年12月，第17卷第4期），假定岩体为等效连续介质，极限承载力计算模式如图1.2-4，该折减系数纳入了2002版建筑地基基础设计规范。根据格里菲斯(A.A.Griffith)的理论解，在完整的岩质地基上，地基的极限承载力为单轴受压强度的3倍。根据混凝土局压模型，地基的极限承载力为单轴受压强度的4倍。实际上，破碎、极破碎岩体可用等效连续介质模型，失稳时破坏面呈曲线；而完整及较完整岩体呈现非连续介质特征，其破坏面为线性结构面，如图1.2-5，这是岩体与土体根本不同之处。（a）等效连续介质）等效连续介质 （b）非连续介质）非连续介质 对于岩石的承载力，从规范的角度为了使用简便，有意忽略了一些因素的影响，同时为保障全国各地工程师使用后的安全性，折减系数取值偏低。事实上对于各地区岩石承载力，具体到某个工程，应进行野外地质调查，结合岩层的产状和构造等因素综合考虑。这样取得的岩石承载力参数方才合理，设计的地基基础方案才较为安全、经济。岩石力学还在不断发展过程中，当前某些学者更倾向于用研究混凝土材料力学性能的方法来研究岩石力学性能。2、岩石地基上基础埋深山区地区基岩较浅且强度高，适合建设高层建筑，但基础埋深受施工难度限制，不便加深，难以满足1/15的要求，这时能否降低埋深呢？首先明确，高层建筑设置埋深主要是为了防止在水平荷载下整体倾覆（关于水平荷载下建筑物的整体倾覆的计算详见本书1.3.2），其次才是承载力和变形要求。显然场地土越差，建筑物越易失稳；水平荷载（风荷载和地震作用）越大，建筑物越易失稳。因此基础埋置深度应与场地土性质和抗震设防烈度等指标有关。建筑地基基础设计规范GB50007-201x第5.1.4条指出：在抗震设防区，天然（土质）地基上的箱形和筏形基础其埋置深度不宜小于建筑物高度的1/15；桩箱或桩筏基础的埋置深度（不计桩长）不宜小于建筑物高度的1/18。岩石地基的埋置深度仅需满足抗滑要求。建筑地基基础设计规范GB50007-201x第5.1.3条指出：位于岩石地基上的高层建筑，其基础埋深应满条指出：位于岩石地基上的高层建筑，其基础埋深应满足抗滑要求。足抗滑要求。需要说明的是，软土地基抗倾覆能力弱，宜适当加深埋置深度。高层建筑无地下室，通常基础搁置在基岩上，如图1.2-6，地震作用下，基底受到的水平力为P，根据经验结构剪重比=320%；基底产生的静摩擦力为P，岩石与混凝土之间的摩擦系数=4075%；即使考虑整体滑移的稳定系数为23，抗滑移也能满足要求，故在抗震设防区（风荷载不起控制的地区），基岩上的建筑物均不存在滑移失稳问题。1.2.3淤泥及淤泥质土地基承载力淤泥及淤泥质土地基承载力淤泥及淤泥质土淤泥及淤泥质土是指在静水或非常缓慢的流水环境中沉积，并经生物化学作用形成的软黏性土软黏性土。其沉积环境在沿海地区为滨海相、泄湖相、溺谷相和三角洲相，在内陆平原和山区则以湖、塘相为代表。上世纪70年代统计的全国各地的淤泥和淤泥质土的饱和度平均值如表1.2-1。淤泥及淤泥质土饱和度一般大于90%，天然含水量与天然孔隙比大致呈直线关系。W=36.668e-0.982，相关系数=0.9755。其特征为：（1）天然含水量大于液限。（2）天然孔隙比大于1.5称为淤泥；天然孔隙比大于1.0且小于1.5的称为淤泥质土。根据经验，按照含水量得到的淤泥及淤泥质土承载力设计地基基础，单个条基的沉降则可达到95mm。对于整体建筑物，应考虑条基压力的相互影响，其可取的承载力仅为原取值的1/3。如果按照经验值设计基础宽度，那么其实际沉降量将远大于100mm，一般均达到2030cm，已为近数十年软土场地建筑物沉降观测所证实。1.2.4福建某住宅工程福建某住宅工程高有潮在“软基上住宅建筑的不均匀沉降”一文（岩土工程学报，1991年7月，第13卷第4期）中报道了福州火电厂软基上住宅工程的沉降观测资料，该场地表层为0.61.2m的可塑粘土层,含水量为30.4%。其下为914m厚的淤泥层,含水量为67.9%80.7%。淤泥层以下为可塑至硬塑的轻亚粘土层，具体如表1.2-4。建筑平面如图1.2-7。建筑总沉降与倾斜见表1.2-5。建筑平面表1.2-4表1.2-51.2.5湛江某仓库湛江某单层排架仓库，建于上世纪80年代，横向跨度21m，纵向跨度6m，柱高9m。该场地表层为1518m的淤泥质粘土层，含水量为60%75%，原地勘提供的承载力特征值为60kPa，其下为中风化基岩。采用预应力管桩基础，两桩承台。使用中，堆载控制在60kPa以内，如图1.2-8（a）。使用约5年后，地面即下沉约1m。由于管桩持力层置于中风化基岩上，柱未见沉降。可见桩基础有效保障了结构物的安全。随后将地面填平，继续使用。再过约5年，地面仍见约1m沉降，如此往复，持续20余年仍未见稳定，如图1.2-8（b）。1.3地基土承载力与强度指标的关系地基土承载力与强度指标的关系使用公式时应注意的问题：使用公式时应注意的问题：（1）公式来源于条形基础，但用于矩形基础时是偏于安全的。由于理论公式是按均布荷载推导，因此荷载偏心不宜过大，一般规定偏心距e6m时取b=6m计算。（5）基础宽度b较小时，公式计算值较经验值偏小，对于砂土尤其偏小过大，因此规定对于砂土b300kPa）地区收集21座高耸构筑物的沉降观测资料，其中有90120m高烟囱12座，高炉、热风炉7座，水泥塔、煤塔各1座。由于土质很好，地基变形很小，平均沉降最大为26mm，一般为10mm左右。最大倾斜为0.12.0，构筑物未见损坏，所以认为建造在此类土上的高耸构筑物可不做变形验算。低压缩性土地区共有10座高耸构筑物沉降观测资料，其中30100m高的烟囱8座，水泥塔、谷仓各1座。均在正常使用，其中最大平均沉降为27mm，最大倾斜为0.0011。高压缩性土地区共有35座高耸构筑物沉降观测资料，其中1850m高的烟囱9座，2530m高的水塔2座，高1013m容量10003000m3的钢油罐24座，均在正常使用。其中变形最大的一座是50m高烟囱平均沉降达285mm，最大倾斜达0.006，24座钢油罐平均沉降430700mm，最大倾斜多在0.0070.010左右，个别达0.0191。对于高度大于100m的烟囱，当倾斜过大时将在烟囱筒身产生过大附加弯矩，因此随着高度增加，其允许倾斜值应减小。高炉的地基允许变形值，应视炉顶结构情况，主要控制基础的倾斜或者平均沉降，以保证高炉正常生产。从10份资料看，基础最大倾斜为0.0014。一般情况下影响高炉生产使用的是生产期间的基础倾斜，但不易正确计算，所以仍用总的基础倾斜来控制，其限值为0.0015。对于高层建筑，为控制基础倾斜不致产生过大倾覆弯矩，提出相应限制。（6）相对弯曲）相对弯曲在均匀地层上，长矩形平面的砖石结构房屋，在荷载分布较为均匀的情况下，将产生弯曲变形，通常用相对弯曲来表示，即是：弯曲部分矢高f与弦长L之比，如图2.2-2。在地基土正常压缩情况下，房屋相对弯曲多是正向；在地基不均匀或上部结构严重偏心的情况下，可能反向。砖砌体相对弯曲允许值，一般取0.50.7；但有钢筋混凝土圈梁的砌体结构有达到1.2而未见裂缝。早期一般不将“相对弯曲”作为控制指标，这是因为：（1）相对弯曲计算应考虑上部结构的共同作用，而当前这一课题还极为复杂；即使采用考虑结构基础地基的电算程序，其精确度也取决于地基土参数的精度，此外地基土模型的选取对计算精度和速度影响极大。最后这些参数需要靠大量实测资料统计回归来验证。（2）场地土不均匀，变形计算更为复杂。工程上更为实际的做法是对于框架结构，在统计意义上建立某种性质场地土上总沉降和差异沉降之间的经验关系，在设计中通过控制总沉降来控制“相对弯曲”或者称为“倾斜率”。如美国有关专家提出关系如表2.2-1：意即：在预估总沉降量不超过50mm时，可将相邻柱差异沉降量取为20mm，以此计算上部结构梁产生的次内力。而如果用扩展基础基础，为了达到同样的20mm的沉降差，那么总沉降量就要控制到25mm，显然此要求很高。随着带裙房高层建筑兴起，建筑物主楼内部沉降差限值、主楼外排柱与裙房相邻主楼第一排柱沉降差限值、裙房框架柱之前沉降差限值成为重点。有工程师提出：带裙房的高层建筑下的大面积整体筏形基础，其主楼下筏板的整体挠度值不应大于1.0，主楼与相邻的裙房柱的差异沉降不应大于1，裙房柱间的差异沉降不应大于2。实际情况如前所述，这种沉降差限值计算中，必然考虑上部结构-地基基础共同作用。不过即使用“共同作用”分析软件，其中的误差也较这些数值大。2.3建筑物沉降变形的控制建筑物沉降变形的控制产生沉降差较大的主要原因：产生沉降差较大的主要原因：通过对上面的沉降观测资料的回顾和总结，可以发现产生沉降差较大的原因主要有两个：（1）建筑物位于高压缩性土上。上世纪80年代以前，众多建筑物建造于淤泥及淤泥质土上，使得总沉降极大，相应的差异沉降也极大，同时相邻建筑物之间的相互应力叠加也加重了沉降差，从而导致各种不利于建筑物正常使用的沉降变形。随着工程界对地基土认识的加深，当前工程师在此类软土场地上，或者采用复合或者采用复合地基、或者采用减沉复合疏桩、或者采用桩基础地基、或者采用减沉复合疏桩、或者采用桩基础，在选择合理的持力层前提下，都能控制住沉降差控制住沉降差，从而解决这个问题。（2）荷载差异。某些建筑物总层数不高甚至仅为多层建筑，但基础至于淤泥与基础至于淤泥与淤泥质土上淤泥质土上，相邻建筑低23层，而建筑又连接成一个整体建筑又连接成一个整体，因此导致连接处过大沉降差异，形成集中应力而致使结构损伤。当前，这类地基首先选择加固方案；再者上部结构由于抗震需要常设置抗震缝，从而控制这类沉降差。荷载差异引起的沉降差在框架荷载差异引起的沉降差在框架核心筒结构核心筒结构中更为典型，因此控制这类结构的沉降差是当前的热点和难点。因此建筑物的沉降控制可以从以下三方面进行控制：（1）软弱场地（淤泥及淤泥质土和一般黏性土）应进行地基处理。软弱场地（淤泥及淤泥质土和一般黏性土）应进行地基处理。这类场地分为两种，一种是表面有层硬壳层（厚度3m）；另一种是基底直接就是淤泥及淤泥质土。表面有层硬壳层（厚度3m）的情况：多层（6层）建筑且软弱土层厚度小于10m时可用水泥土搅拌桩；多层建筑且软弱土层厚度大于10m时可用减沉复合疏桩，桩体宜用实心混凝土预制桩，当抗震设防烈度较低时可考虑采用直径500600的预应力混凝土管桩。小高层（610层）建筑可用减沉复合疏桩，桩体宜用实心混凝土预制桩，当抗震设防烈度较低时可考虑采用直径500600的预应力混凝土管桩。高层建筑应用常规桩基，全部荷载基桩承担。表面无硬壳层时，小高层（610层）建筑应用常规桩基，全部荷载基桩承担。工业建筑可根据荷载换算为等效楼层，采取相应措施。（2）中、低压缩性土应进行最终总沉降验算中、低压缩性土应进行最终总沉降验算。对于刚度较好的结构，当其最终总沉降控制在一定范围内时，可以认为沉降差也得到相应控制。当前的沉降计算经验系数m=s实测/s计算，将各类结构的沉降在同等意义上统计回归，其中s实测的取用包含着这样一个含义：基础为一个刚度无限大的刚体。这是因为：对于框架结构、厂房结构，设置沉降观测点的柱下独立基础为为刚体；对于多层砌体结构，设置沉降观测点的墙体自身抗弯刚度极大。对于高层建筑的钢筋混凝土剪力墙结构，自身抗弯刚度几乎无限大。烟囱、高炉等结构自身抗弯刚度极大。统计回归的沉降经验系数m值总是假定基础为刚性，其对应与建筑物中的位置是“中心点”，因此用经验公式仅能计算最终中心沉降，而用于计算角点沉降则在统计上没有依据。（3）中、低压缩性土中）中、低压缩性土中荷载差异极大荷载差异极大的建筑，应进行桩基础或地基处理的变刚的建筑，应进行桩基础或地基处理的变刚度调整设计。度调整设计。这类建筑当前主要是带裙房高层或超高层，其主楼和裙房的荷载差异可达数倍，而主楼范围内的核心筒与边框架柱下荷载差异仍可达3倍左右，使得未经特殊设计的建筑物，虽然总沉降远未超过200mm的情况下，沉降差极大，从而导致基础筏板开裂，或者填充墙开裂，或者框架梁开裂。因此这类结构应重点调整差异沉降。一般在主楼和裙房第一跨之间常设置沉降后浇带，可以部分缓一般在主楼和裙房第一跨之间常设置沉降后浇带，可以部分缓解施工期间荷载产生的差异沉降对结构的影响，而主楼的核心筒和边框架则需要解施工期间荷载产生的差异沉降对结构的影响，而主楼的核心筒和边框架则需要采用桩基础变刚度的概念来控制沉降差。采用桩基础变刚度的概念来控制沉降差。此时通常应利用软件进行上部结构基础地基（桩）的共同作用分析，以获得在预估地基总沉降和沉降差的前提下在预估地基总沉降和沉降差的前提下，基础筏板的配筋。2.4地基土大变形失稳地基土大变形失稳地基土在荷载作用下缓慢变形，以致最终稳定，这是工程师设计期望的结果。但在某些条件下，地基土可能发生大变形失稳，这是工程设计应避免的，下面分为几个方面阐述。2.4.2软土地基大变形这里阐述的软土包括淤泥、淤泥质黏土、新近沉积的黏性土，其特点是含水量大，孔隙比高，土粒具有结构性。搁置于这类土上的建筑物沉降往往过大，同时伴随着整体倾斜，当倾斜过大时则整体倾倒失稳。基坑工程和边坡工程中出现软土层时，更易发生整体失稳。1、比萨塔比萨塔于1174年动工兴建，1350年完工。从地基到塔顶高58.362，从地面到塔顶高55m，钟楼墙体在地面上的宽度是4.09m，在塔顶宽2.48m，总重约14453t，重心在地基上方22.62m处。圆形地基面积为285m2，对地面的平均压强为497kPa。2.4地基土大变形失稳地基土大变形失稳地基土在荷载作用下缓慢变形，以致最终稳定，这是工程师设计期望的结果。但在某些条件下，地基土可能发生大变形失稳，这是工程设计应避免的，下面分为几个方面阐述。2.4.2软土地基大变形这里阐述的软土包括淤泥、淤泥质黏土、新近沉积的黏性土，其特点是含水量大，孔隙比高，土粒具有结构性。搁置于这类土上的建筑物沉降往往过大，同时伴随着整体倾斜，当倾斜过大时则整体倾倒失稳。基坑工程和边坡工程中出现软土层时，更易发生整体失稳。1、比萨塔比萨塔于1174年动工兴建，1350年完工。从地基到塔顶高58.362，从地面到塔顶高55m，钟楼墙体在地面上的宽度是4.09m，在塔顶宽2.48m，总重约14453t，重心在地基上方22.62m处。圆形地基面积为285m2，对地面的平均压强为497kPa。如图2.4-2（a）为长期沉降观测图，从1174年动工开始到2000年，在827年的时间里，总沉降达3m。1999年10月开始，采用斜向钻孔方式，从斜塔北侧的地基下缓慢向外抽取土壤，使北侧地基高度下降，斜塔重心在重力的作用下逐渐向北侧移动，最终北移44cm。2001年6月，倾斜角度回到安全范围之内。目前倾斜约10%，即5.6度，偏离地基外沿2.3米，顶层突出4.5米。如图2.4-2（b），为比萨塔地基土层分布及结构倾斜图，其中D1、D2、D3、D4为静力触探曲线。地面标高为+2m，+2m0.00m为表层填土，0.00m-6m为粉砂，-6m 8.3m为砂土，-8.3m-23m为黏土，-23m-25.6m为砂土，-25.6m-30m为黏土，-30m-32m为砂质黏土，-32m-40m为黏土。地下水在地表下1m。本场地地质剖面较为均匀，结构物也是完全对称，理论上产生倾斜的可能较低。但在软土场地，施工（加载）期间荷载总是不均匀叠加，此时产生初始倾斜，随后加载将产生附加弯矩，从而不可避免导致建筑物倾斜。2、加拿大特朗斯康谷仓群由每排13个圆筒仓，共5排65个圆筒仓组成。平面呈矩形，长59.44 m，宽23.47 m，高31.0m，容积36368 m3，设计总装载27000 t。基础为钢筋混凝土筏基，埋深3.66m，厚61cm。谷仓的场地位于冰川湖的盆地中，地基中存在冰河沉积的粘土层，厚12.2m。粘土层上部是更近代沉积层，厚3.0m。粘土层下部为固结良好的冰川下冰碛层，厚3.0m，设计地基承载力为320kPa。这是因为，此前这层土支承着该地区很多更重的结构物。谷仓于1911年开始施工，1913年秋完工。谷仓自重20000t，相当于装满谷物后满载总重量的42.5%，基底压力约140kPa。1913年9月起往谷仓装谷物，仔细地装载，使谷物均匀分布。10月当谷仓装了31822m3谷物时（约23600t），基底压力达300kPa，1小时内垂直沉降达30.5cm。结构物向西倾斜，并在24小时间谷仓倾倒，倾斜度离垂线达2653。谷仓西端下沉7.32m，东端上抬1.52m，如图2-9所示。1913年10月18日谷仓倾倒后，上部钢筋混凝土筒仓仅有极少的表面裂缝。1952年从不扰动的粘土试样测得：粘土层的平均含水量随深度而增加，从40到约60不等；无侧限抗压强度qu从118.4kPa减少至70.0kPa，平均为100.0kPa；平均液限wl=105%，塑限wp=35，塑性指数Ip=70。试验表明这层粘土是高胶体高塑性的。按太沙基公式计算承载力，如采用粘土层无侧限抗压强度试验平均值100kPa，极限承载力仅为为276.6kPa，已小于破坏发生时的压力300kPa值。如用qumin=70kPa计算，极限承载力为193.8kPa，远小于谷仓地基破坏时的实际压力。3.美国纽约某水泥仓库这座水泥仓库位于纽约市汉森河旁。建筑地基分四层：第1层为黄色粘土，厚5.5m；第2层为青色粘土，标准贯入试验N=8击，承载力为90110kPa，层厚17.0m；第3层为碎石夹粘土，厚度较小，仅1.8m；第4层为岩石。水泥仓库上部结构为圆筒形，直径d=13m，基础为整块板式基础，基础理深2.8m，位于表层黄色粘土中部。1914年水泥筒仓地基软粘土严重超载，引起地基土剪切破坏而滑动，如图。地基滑动使水泥筒仓倾倒呈45，地基土被挤出地面，高达5.18m。与此同时，离筒仓净距23m以外的办公楼受地基滑动的影响，发生倾斜。4、巴西某十一层大厦倒塌。1955年始建的巴西某十一层大厦长25m，宽12m，支承在99根21m长的钢筋混凝土桩上。1958年大厦建成后，发现其背后明显下沉。1月30日，该建筑物的沉降速度高达每小时4mm，晚8时许，大厦在20s内倒塌。后查明该大厦下有25m厚的沼泽土，而其下的桩长仅有21m，未深入其下的坚固土层，倒塌是由于地基产生整体剪切破坏所致。5、上海莲花河畔景苑 7号楼。钢筋混凝土剪力墙结构。地上13层，地下一层。基底为淤泥土，承载力约60kPa/m2。条形基础+预应力混凝土管桩。桩长约30m，桩数112根。倾覆后桩完全折断。6、苏州市虎丘塔虎丘塔距今已有1000多年悠久历史。全塔七层，高47.5m。1980年6月虎丘塔现场调查，当时由于全塔向东北方向严重倾斜，塔顶离中心线已达231m，塔身的东北方向受压出现垂直裂缝，西南面受弯出现水平裂缝，表明结构已接近破坏。虎丘塔地基为人工地基，由大块石组成，块石最大粒径达1000mm。表层人工块石填土层厚12m，西南薄，东北厚。其下为粉质粘土，呈可塑至软塑状态，也是西南厚约1.0m，东北厚约2.0m。底部即为风化岩石和坚硬基岩。塔底层直径1366m范围内，风化岩石上覆盖土层厚度西南为28m，东北为58m，厚度相差约30m。基础埋深仅0.5m，主要持力层为素填土和粉质黏土。在长期雨水浸湿作用下，填土湿陷固结；同时粉质黏土含水量高，呈可塑至软塑状态，在高压力（地基压力超过400kPa）必然塑变，因此地基产生大变形已成必然；由于软土地基土层厚差异较大，故结构倾斜。9、重力式挡墙、重力式挡墙某重力式挡墙1，如图2.4-8（a），高6m，墙下为黏性土和淤泥质土，按照“承载力控制”的设计思路，对墙下进行地基处理，采用CFG桩。验算整体倾覆和抗滑移均满足“规范要求”。施工后，沿淤泥质土层发生整体失稳破坏。某重力式挡墙2，如图2.4-8（b），高5m，墙下为黏性土和淤泥质土，按照“承载力控制”的设计思路，对墙下用碎石桩处理。验算整体倾覆和抗滑移均满足“规范要求”。施工后，正常使用。随后在距离挡墙不远处开挖管道坑，土体应力释放后导致整体失稳。2.4.3总结总结上述众多整体倾覆案例，表明在某些场地地基土中，不适合按“承载力控制”设计。这些特殊的场地土可以简单列为：（1）基础影响深度范围内存在饱和软黏性土（淤泥与淤泥质土、新近沉降的黏性土、粉质黏土，当前习惯给出的承载力特征值fak56d，以确保桩间土的荷载分担比足够大。关于桩端持力层的选择，有种观点认为，为确保桩间土能承担荷载，首先需要基桩刺入持力层，产生较大沉降，从而桩间土强度才能发挥。由此提出，用小直径桩（200200300300）且穿过较好土层将桩端至于相对较差持力层上，如图3.4-1（a），按照这种思路设计的疏桩基础，实测沉降较大，一般到80100mm。另外一种思路认为，当桩的距径比5时，桩间土强度即能得到发挥。浅层土体压缩后桩体受压产生沉降，二者协调工作。为控制沉降，可采用采用直径较大（直径较大（400600）的桩体，桩身穿越上部软土层，桩端支承于相对）的桩体，桩身穿越上部软土层，桩端支承于相对较硬土层较硬土层，如图3.4-1（b）；根据沉降观测，按照这种思路设计的疏桩基础，实测沉降较小，一般到4060mm。