Ministry of Transportation and Infrastructure M E M O R A N D U M

1

 John SC Lau, M.Eng., P.Eng. 

                                      May 8, 2017 

Bridge Engineer, Design Consultant Liaison   

Southern Interior Region       Technical Memo: Project 37195‐0001 – Nass Bridge, Rock Foundation Design    1.0 Background 

 This memo is limited to bridge foundation design on rock.  All other factual data and design recommendations can be  found  in  the  two preceeding  reports: Nass Bridge, Preliminary Geotechnical Report  (September 21, 2016) and Nass Bridge, Geotechnical Design Report, Roadway and Approaches (April 12, 2017).   Design of piers and abutments  is based on 50% Detailed Design drawings provided by Stantec on April 18, 2017.   The piers are envisaged as spread footings founded on bedrock, as is the west abutment (depending on depth to bedrock).  The east abutment will be founded on a MSE wall, details of which were provided in the April 12, 2017 Report.  The arrangement is shown in Figure 1 below, and in greater detail in the Appendix:   

  Figure 1 ‐ General Arrangement of Foundations From 50% Detailed Design Drawings   

2

2.0  Structural Loads  Factored structural loads at the east pier were provided on April 5, 2017, load cases at the west pier and west abutment were provided April 20, 2017.    Table 1 – Loading Used for Foundation Analyses  

* See the Appendix for sketches showing details of load cases  Additionally Stantec has provided  that  the west abutment bearing pressure envelope  (ULS 1) varies  linearly from the approach side at 60 KPa to 300 kPa on the bridge side.   3.0          Summary of Rock Parameters  The following parameters were provided in the Geotechnical Design Memo dated April 12, 2017:  

Consequence Factor  1.0 

Shallow Foundation Resistance Factor  0.45 

Rock Slope Factor of Safety (Static)  1.5 

Em, Rock  12 GPa 

Range of GSI  54 ‐ 66 

Friction angle under 0.5 MPa distributed load  35o 

Factored Bearing  1.6 MPa  Details of drilling and  lab testing are presented under the same cover.   Generally the rock  is very strong and prone  to  failure along healed discontinuities.   The  lowest UCS  test occurring along a healed discontinuity  is 32.1 MPa and is used as an estimate of strength for design.  Rock mass geometry on each side of the river is shown in Table 2 below:   

B1  J1  J2  J OTHER 

Location  Slope Angle  Dip  Dip Direction  Dip  Dip Direction  Dip  Dip Direction  Dip  Dip Direction 

West Slope  25  46  194  86  83  69  36  2  43 

East Slope  55o  44  205  62  302             

Table 2 ‐ Slope and Discontinuity Geometry on West and East slopes  

Structure  Loading Scenario  Vertical Load  Shear Load  Wind Load 

West Abutment  

SLS  6150 kN     

ULS 1  8340 kN     

West Pier  

SLS  19600 kN  (+/‐) 190 kN   

ULS 1   26000 kN    (+/‐) 250 kN   (+/‐) 190 kN 

ULS 1 + 3  18300 kN     (+/‐) 700 kN 

East Pier  

SLS  11400 kN  (+/‐) 330 kN   

ULS 1 + 2  15400 kN    (+/‐) 460 kN   

ULS 3 + 4  15400 kN     (+/‐) 520 kN 

ULS 4  12960 kN  (+/‐) 460 kN  (+/‐) 520 kN 

3

4.0         Foundations at East Pier  The pier on the east side was analysed using  loading provided by Stantec.   All of the  loading scenarios were considered, and ULS 1 + 2 was found to be the governing load case.   For  this  project,  the  slopes  are  seismic  performance  category  1,  assuming  typical  understanding  and  a consequence  factor of 1.0, as per Table 6.2b  in  the BC Supplement  to  the Canadian Highway Bridge Design Code, the minimum required factor of safety (FOS) for global stability of the slope is 1.54.     The pier on the east side of the river is at the crest of a rock slope with a potential for wedge failures resulting from  the  intersection  of  bedding  (B1)  and  the  prevalent  joint  set  (J1).    Due  to  very  strong  rock,  bearing capacity  is  straightforward  and would be  the  same  as  given  for  the west pier  and abutment  (Section 5.0). However, at the east pier, global stability of the slope is the design challenge.    Although the existing slope is generally 55o or less, slope stability and wedge stability modelling is sensitive to the slope angle, thus a local maximum (59o, as provided by Stantec) was used in all analyses.  Based on drilling data and observed slope condition, dry conditions were modelled.  Presumptive mi  values  for  siltstone  (5‐7) and D  values  ranging  from 0.7  to 1.0 were  input  into RocScience RocLab V 1.0 (in addition to calculated GSI, Em and friction angle).  Output cohesion, tensile strength and Hoek‐Brown parameters (m and s) were then used for design.  A summary of output is presented in Table 3 below.  Table 3 ‐ RocLab Output Parameters, East Pier 

 Two cases were developed for the range of potential disturbance conditions.   On the east side of the bridge the rock quality varies, and so the  lower bound of GSI was assumed.   From  literature, manual excavation of rock  is  typically modeled as D = 0.7 and blasting  is modelled as D = 1.0.   Although we expect  to manually excavate  the  rock, we wanted  to  consider  the event where disturbance due  to  construction  is higher  than typical.  As a preliminary check slope modelling was conducted with the above parameters using RocScience Slide V 5.0.  The factor of safety (FOS) for global stability of the slope if assuming typical disturbance meets minimum design critera, and is 1.74.  However, in the case of greater disturbance, the FOS is 1.38, indicating there is a potential for slope failure.   A detailed analysis of the slope was then conducted using RocScience Swedge V 6.0.  The slope was modelled as two potential scenarios:    Scenario 1: Upon inspection of the excavated rock surface, there no discrete wedge or apparent discontinuities that might result in wedge failure.    In this scenario we modelled the rock as having the minimum strength properties Table 3, assuming both  high disturbance, and  tensile strength contribution  rather  than cohesion.   The  lowest FOS  for  this wedge occurs under ULS 1  loading and  is 1.84.   As  this  is  the  limiting  load  case,  the  slope will be  stable under all other potential loading cases. 

Case GSI mi D φ 

C [kPa]

Tensile [kPa] m s

1 Lower GSI, High Disturbance 54 5 1 33 180 80 0.187 0.0005 2 Lower GSI, Typical Disturbance 54 5 0.7 40 250 100 0.399 0.0013

4

 Scenario 2:   There is a discrete wedge and/or fractures visible within the footprint or near to the footing.    In this event we assume failure occurs as sliding along two planes, and so the resistance  is best modelled as friction angle without contribution  from  tensile or cohesive strength.   The  friction angle of  the rock  for  this analysis was assumed to be 35o (as per from the Barton‐Bandis analysis, April 12, 2017 report).    Under this condition, the FOS is 1.10, indicating that the slope would not be stable, and will require mitigation.  Because this scenario is not inevitable nor necessarily considered likely, it is recommended that rock bolts be provided as a provisional item.  

4.1 Rock Bolt Design, For Provisional Item  Using the computer program Swedge and assuming the rock mass geometry noted in Table 2, the calculated resistance  required  to  stabilize  the  design wedge maximum  loading  (ULS  1)  is  3.1 MN.    If  rock  bolts  are required it is estimated that up to seven rock anchors may be required with the following properties:  Drill Hole Diameter   96 mm, minimum Minimum Bond Length   3.5  meters Free Stressing Length   ~4.4  meters (8 meter thread bar minus stickup and bonded zone)  Threadbar:  Steel Grade    830/1035 Mpa     Diameter    32 mm      Tensile capacity   500 kN  A schematic of the rock bolt is provided in the Appendix.  The  allowable  rock/grout  bond was modelled  as  450  kPa.    This was  calculated  from  a  presumptive  value typical of siltstone (0.9 MPa) and the required minimum factor of safety of 2.0 found  in the PTI manual.   All anchors shall be proof tested in conformance with PTI excepted as noted below.  The working load of each anchor is 442 kN.  The calculated test load for the anchor would typically be 589 kN (1.33 X DL), however, given that the threadbar is made from high strength steel, brittle yield is a concern.  As such, it is recommended that anchor testing stay under 80% of bar yield load (0.8 x 673 kN), and be set at 1.20 x DL (531 kN).    The specified bolt design is based on available information, and will have to be verified if observed conditions in construction do not match those assumed.  5.0        Foundations at West Pier and West Abutment  Table 1 below summarizes rock parameters on the west side of the bridge, where bedding favorably dips into the slope, and rock quality is observed to be less variable and of better quality.       Table 1 ‐ RocLab Output Parameters, West Pier 

 

Case GSI mi D φ 

C [kPa]

Tensile [kPa] m s

3 Average GSI, Typical Disturbance 66 7 0.7 47 490 214 1.081 0.0072