相關承載實驗文獻選顧

人造岩石是指以人工的方式製作出預先設定模擬目標的岩石，Stimpson(1970) 曾提及人造岩石通常作為模型試驗之用，而模型試驗依目的可分為兩類，一是純 粹模擬幾何相似性，以得到定性的描述。另一則是模擬岩材本身各種的特性，而 得到定量的性質。

天然軟岩由於本身膠結不良，遇水軟化的特性，使得以水為介質的鑽探方 法，普遍使天然軟岩的鑽心試體受到極大的擾動，再加上微裂隙與 向性的影 響，使得多數學者在研究天然軟岩的力學性質與破壞機制時，都遭遇實驗結果方 面的高度變異性。因此，為了克服上述天然軟岩的缺陷，必須研究發展適合的人 造膠結不良砂岩來模擬天然軟岩，以供模型試驗或探討其力學行為之用。茲將王 柏皓(2004)、孫光東(2004)彙整之相關研究結果資料整理節錄如下：

(a) Johnston and Choi (1986)

以墨爾本泥岩作為模擬對象，進行一系列室內人造軟岩試驗，並應用數值進 一步預測基礎行為。以mudstone powder、cement、water 和 accelerator 以比例混 和，以高壓進行壓密，直至超額孔隙水壓消散，之後取出試體並加以養護。越大 的壓密應力意味著更小的孔隙率及低風化度的模擬泥岩，此人造軟岩試體尺寸為 直徑300mm，高 200mm，含水量在 10%～20%之間，單壓強度為 2MPa～7MPa。

(圖 2.30)與方法：

異

試驗設備如

圖2.30 直徑 300mm 試體之模具示意圖(Johnston and Choi, 1986)

加載系統為Baldwin Hydraulic Universal Testing Machine，此機器可提供應力 控制或應變控制的能力，並且可以根據所需之最大荷重條件，提供四種不同荷重

範圍 KN；同時可量測變位。另外，於試體表面裝

設da

的觀察，繪出加載荷重與位移的關係圖(圖 2.31) 的精度，為5、20、100、500

l guges 以紀錄試體表面受荷重時所產生的變位。

以此試體進行pile 承載試驗，樁模型尺寸為 5mm、10mm、25mm 三種，在 含水量10%～20%，以介於 0～10 不同 L/D 值得條件下進行試驗，實驗進行中須 特別注意樁模型底部與試體接觸面必須保持相當良好，以避面應力集中情形發 生。以每分鐘0.04%直徑長的速率壓入試體，確保完全排水。試著以許多組試驗

圖2.31 加載荷重與位移的關係圖:

point 1 :線彈性變形的端點 point 2 :主要降伏強度前 point 3 :主要 伏強度

破壞

爲得詳細的、漸進的平面破壞資訊。透過立體對影像分析 可以依比例將位

移量定量 2.32。

降 後

point 4 :

， 以確定破壞的機制。觀察結果如圖

圖2.32 立體對影像分析之破壞機制。

於完整的軟岩單壓強度為2MPa＜σ＜7MPa，樁直徑 5mm＜D＜25mm，樁 灌入深度與樁直徑比：0＜L/D＜10。經由觀察結果顯示，以上在這些條件下的 基礎破壞模式極為相似，其中有一個不同處即為當L/D=0 及 L/D＞0 時。不同之 處在於當L/D=0 時，ring crack 不會發生，而是發展到達上圖中 point 3 時，radial crack 常常突然的發生而造成試體表面的缺口，破壞時，表面以放射狀的裂口出 現。

此研究的主要缺點為: (1)一個試驗一次只能檢查 load-displacement curve 上 的一點。(2)很難清楚地界定出影響的區域。

主要的降伏點出現在當 及 hape wedge"形成

時。在 形成過程中，在扇形的平面上有放射狀的張力裂痕出現，而此放

射狀 ，故推論端面極限承載力的大小應由張力強

度所控制。

卿建業

試體四面束制並提供不同圍壓，以 速率的位移控制進行試驗，

實際施作所採用的試體尺寸為20cm(長)×20cm(高)×15cm(厚)。其單位重 1g/cm³， 單壓強度為71.3ksc，模數比 297，強度比 3.7，卜松比(poisson’s ratio)為 0.21，孔 隙率(n)約 50%，凝聚力(c)為為 2.7ksc，摩擦角(ψ)為 28.1°。其得到的承載曲線 如圖2.33 示：

"partially formed cone " "fan s wedge

的裂痕則為導致試體破壞的主因

(b) (1995)

0.09mm/min

圖2.33 不同階段之基礎破壞現象(卿建業,1995)

整個承載行為的過程為：

(1)初期階段(A 區)：曲線呈線性，無明顯破壞現象。

(2)降伏階段(B 區)：降伏強度約為單壓強度之 1.2~1.4 倍，基腳 下方有明顯粉碎區出現。

(3)主要張裂階段(C 區)：粉碎區下方尖端處與完整區之間出現主要張力裂 縫。

(4)次生張裂階段(D 區)：隨著沉陷量增加，多條次生的裂縫會開始出現於粉 碎區與完整區域之間，多呈輻射狀。

卿建業(1995)認為極限承載力的發生乃是因為有一明顯的主要張力裂縫生 成於基腳下部岩體，進而造成基礎的破壞。唯孫光東(2004)及王柏皓(2004)均曾 指出，若側向束制圍束良好，試體底部便無張力裂縫產生，本研究實驗過程皆保 持良好之圍束狀態，實驗結果同孫光東(2004)及王柏皓(2004)所得結論，試體下 部亦未有張力裂縫產生。

(c) Kentaro Yamamoto & Koji Kusuda(2001)

為了調查加勁基礎的漸進式破壞行為機制進行了一系列室內模型試驗，以小 鋁棒(50mm 長，直徑分別為 1.6mm 與 3mm，以 3:2 的重量比來混和)作為模擬地 盤材料(圖 2.34,圖 2.35,圖 2.36)，採用影像量測進行漸進式分析。

以鋁棒來模擬地盤材料的優點在於1. 易於觀察。2.它滿足平面應變的條 件。3.不易受側壁摩差力影響。4.可以與土壤、礫石比重相互比較。5.可以以不 同半徑的鋁棒配比來模擬不同地盤的特性。並輔以極限平衡法的概念，來估算承 載力。

圖2.34 試驗設備示意圖

圖2.35 承載試驗示意圖

試驗對象材料條件為γ=21.85kN/m³ ，ψ=25°，n=20﹪(e=0.25)，並以 1 ㎜/min.

displacement control 及每 1mm 沉陷紀錄一次並同時以拍取照片直到 50mm沉陷 量為止。

圖2.36 模擬地盤之鋁棒配置圖 試驗結果：

一般而言，在sandy ground 尖峰強度為於 S/B=0.1-0.2 時，而在此模擬實驗 下，尖峰強度則為於S/B= 0.44 時，這是因為鋁棒之間的摩擦力與互鎖能力較實 際砂地小許多，圖2.37 為影像漸進式分析後的結果:

圖2.37 影像漸進式分析結果

破壞區域可分為三個區域：

主動區(active pressure wedge zone) 輻射狀剪力區(radial p

被動區 ve zone spread laterally from the wedge of bottom of loading plate) 所示：

ressure shear zone) (passi

S/B= 0.12 , 0.28 , 0.44 三個階段所觀察破壞機制現象如圖 2.38

圖2.38 S/B= 0.12 , 0.28 , 0.44 三個階段所觀察破壞機制現象

另外加以採Upper-Bound theorem :(defined by Chen, 1975)的數值分析方法，

可得到以下解式

(其中ξ：wedge angle)

由實驗觀察與所建議的分析結果的比較如圖2.39：

圖2.39 實驗觀察與數值分析結果的比較

(d)劉英助(2002)

以新竹寶山地區天然砂岩為材料，於實驗室中重製人造膠結不良砂岩，並進 行淺基礎模型之承載試驗，依其實驗觀察，由於人造膠結不良砂岩具有介於硬岩 的脆性與土壤的塑性，初步判定其承載行為的破壞機制較為類似卻不盡相同於 Ladanyi (1972)所追蹤的一脆性，非多孔性岩石發生破壞的情形；人造膠結不良 砂岩由於擴張現象，基腳下方的破碎與發裂的球形範圍向外伸展，除了產生放射 狀的裂縫外，並同時伴隨著某種程度的剪動效應，導致其中主要裂縫將蔓延到自 由表面。在束制良好條件下，破壞區域可分為 (1).主動受壓區 (2).被動受壓區 (3).

主要

1.增加載重於基礎上時，剛性模型基腳兩端之處有應力集中現象，使得材料 有明顯的破裂現象(如圖 2.40 (a))。

2.在主動受壓區形成之後，有剪裂位移伴隨剪裂面的生成而發生(如圖 2.40 (b))。此裂面大致呈輻射狀，由主動受壓區往外延伸發展。可能發生於主動受壓 區至被動受壓區形成的過渡期間，此時尚未達降伏點。

3.當承載力持續增加，沉陷量加大時，呈似放射狀之剪裂面有延伸擴大的趨 勢(如圖 2.40 (c))。可能發生於被動受壓區形成至破壞發生之間的期間，屬降伏點 之後的階段。

4.最後當達到極限承載力時，剪裂面發展延伸至試體表面上，形成一個主要 的剪裂破壞面(圖 2.40(d))。將之視為極限承載力的發生點。

剪裂面 (4).完整區 破壞機制為：

對淺基礎位於水平地表、10 度、20 度與 30 度邊坡坡頂進行基礎承載力試 驗，結果如圖2.41 至圖 2.44 將以下對各不同實驗的破壞機制描述與比較如下：

(1)當達到極限承載力時，控制承載力下降的主要裂縫不同：

水平地表是由兩側剪裂破壞面延升至地表時，而傾斜地表10 度邊坡是由基 礎左方的剪裂面發展完全時，傾斜地表20 度邊坡是由基礎左方第二條剪裂縫形 成，伴隨主動區往邊坡側滑動的趨勢，傾斜地表30 度邊坡是由基礎右方的剪裂

圖2.40 束制條件之模型基礎承載破壞機制示意圖（劉英助 2002）

(e)王柏皓(2004) 針

縫發展完全時，同時主動區往邊坡側推擠滑動。

邊坡角度愈大，控制承載力下降的裂縫的位置由基腳左方往基腳右方移 動。

)主動受壓區:

察網格變形可發現，當達到極限承載力時，水平地表和傾斜地表10 度邊 坡近似一等腰三角型，而傾斜地表20 度為一到直角三角形，傾斜地表 30 度則更 偏斜。

)輻射應力區：

於主動受壓區和被動區之間，觀察不同模擬狀況，發現當傾斜地表角度愈 大，缺少邊坡面側向支撐覆土愈少，同時也因為傾斜角度愈大主動壓力區愈偏 斜， 射應力區域範圍也就愈小

當

(2 觀

(3 介

輻

圖2.41 水平地表破壞機制示意圖(王柏皓,2004)

圖2.42 傾斜地表 10 度邊坡破壞機制示意圖(王柏皓,2004)

圖2.43 傾斜地表 20 度邊坡破壞機制示意圖(王柏皓,2004)

表2.7 為王柏皓(2004)試驗結果，平均而言，基礎位於 10 度邊坡坡頂的承載 力為位於水平地表承載力的91％，基礎位於 20 度邊坡坡頂的承載力約為位於水 平地表承載力的79％，基礎位於 30 度邊坡坡頂的承載力約為位於水平地表承載 力的 ％，由此可見，隨著角度的增加，邊坡影響承載力值愈大。

圖2.44 傾斜地表 30 度邊坡破壞機制示意圖(王柏皓,2004)

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表2.7 不同模擬狀況的極限承載力比較(王柏皓,2004) 傾斜地表 模擬狀況

水平地表

10 度邊坡 20 度邊坡 30 度邊坡

試體 1 (MPa) 9.83 8.11 7.49 7.4 試體 2 (MPa) 10.46 10.01 9.31 6.12 試體 3 (MPa) 11.16 10.46 8.30 6.45 極限強度平均值

(MPa)

10.48 9.51 8.25 6.65

和水平地表比較減

少的極限強度(%) 0 9% 21% 37%

和水平地表比較剩

餘的極限強度(%) 100% 91% 79% 63%

(f)孫光東(2004)

表2.8 為孫光東(2004)室內模型試驗結果，比較基礎位於水平地表、20 度邊 坡坡頂、以及基礎位於距20 度邊坡頂面 1 倍、2.5 倍基腳寬度位置之承載力。試 驗結果顯示基礎位於水平地表承載力為 0.46MPa；基礎位於 20 度邊坡坡頂承載 力為7.83MPa；基腳邊緣距邊坡 1 倍基礎寬度時基礎承載力為 8.38MPa；基腳邊 緣距邊坡2.5 倍基礎寬度時基礎承載力為 10.10 MPa；隨著退縮距離的增加，基 礎承載力逐漸增加，承載力受邊坡影響較小。唯其基礎位於坡頂與基腳邊緣距邊 坡1 倍基礎寬度試驗數據只有兩組、基腳邊緣距邊坡 2.5 倍基礎寬度試驗數據只

表2.8 為孫光東(2004)室內模型試驗結果，比較基礎位於水平地表、20 度邊 坡坡頂、以及基礎位於距20 度邊坡頂面 1 倍、2.5 倍基腳寬度位置之承載力。試 驗結果顯示基礎位於水平地表承載力為 0.46MPa；基礎位於 20 度邊坡坡頂承載 力為7.83MPa；基腳邊緣距邊坡 1 倍基礎寬度時基礎承載力為 8.38MPa；基腳邊 緣距邊坡2.5 倍基礎寬度時基礎承載力為 10.10 MPa；隨著退縮距離的增加，基 礎承載力逐漸增加，承載力受邊坡影響較小。唯其基礎位於坡頂與基腳邊緣距邊 坡1 倍基礎寬度試驗數據只有兩組、基腳邊緣距邊坡 2.5 倍基礎寬度試驗數據只