膠結不良沉積岩層之大地工程行為---子計畫一：膠結不良沉積岩層之深基礎行為(III)

行政院國家科學委員會專題研究計畫 成果報告

子計劃一:膠結不良沉積岩層之深基礎行為(3/3)

計畫類別： 整合型計畫 計畫編號： NSC93-2211-E-009-005- 執行期間： 93 年 08 月 01 日至 94 年 07 月 31 日 執行單位： 國立交通大學土木工程學系(所) 計畫主持人： 黃安斌 報告類型： 完整報告 報告附件： 出席國際會議研究心得報告及發表論文 處理方式： 本計畫可公開查詢

中 華 民 國 95 年 7 月 3 日

膠結不良沉積岩層之深基礎行為(3/3)

Behavior of Deep Foundations in Poorly

Cemented Sedimentary Rocks (3/3)

計畫編號：NSC 93-2211-E-009-005

執行期限：93 年 08 月 01 日 至 94 年 07 月 31 日

中文摘要（關鍵詞：軟弱岩石、基樁、現場試驗、光纖監測）

台灣中北部（桃園至台中）麓山帶地區出露之地層，在地質年代上均屬於甚為年輕 之地層，屬於『極軟弱至軟弱』之岩石。其組成之砂岩普遍具有固結差，膠結不良、遇 水極易軟化之特性，於原地層中尚可如同固結之岩石，然往往以手用力捏擠即成為砂 土，經水浸泡後亦成一團砂土。由於此等介乎土壤及岩石間大地工程材料之性質與工程 行為仍非十分確定，欲於此類地層內構築結構基礎，岩體之性質、基礎之承載值、力學 之行為等問題，在國內外相關文獻報導都很有限，仍需進一步研究。本研究為『膠結不 良沉積岩層之大地工程行為』整合型研究計畫之子計畫（一），主要目的是延續前五年 所執行『極軟弱年輕砂、頁岩層之力學行為』與『極軟弱岩石的大地工程行為』整合型 研究計畫之成果，使其與大地工程設計施工結合。本 計 畫 工 作 項 目 包 括 （ 1） 在現 場進行基 樁 載重試驗、（2）嘗試使用光纖光柵監測儀器做基 樁 內 部 應 變 與 岩體內局 部變形之監測、並（3）根據試驗結果評估軟弱岩石內基樁之行為。

英文摘要（keywords： weak rock, pile load test, fiber optic sensor）

The outcrops in northern and central foothill regions of Western Taiwan are young or very young according to theirgeologicalage. They can beclassified as“very weak to weak”rocks. Thesandstonethatconstitutespartofthesesoftrocksisoften poorly consolidated, weakly cemented, and prone to soften when exposed to water unconfined. Under the field conditions these sandstone or shale may behave as a consolidated rock. The same material however could be crushed by fingers or turn into a pile of sand when soaked in water. The behavior of these soil/rock like geomaterials is not well understood. Subjects such as the characteristics of the rock mass, foundation bearing capacities, mechanical behavior of these types of weak rock relevant to foundation design demand further research. This project is the sub-project (1) of a collaborated research on “Geotechnical Engineering Behavior of Poorly Cemented Sedimentary Rocks”. It extends an earlier collaborated research projecton “MechanicalBehaviorofVery Weak Sandstonesand Shales”,and “Engineering Performance of Very Weak Rocks”conducted in the past five years. The aim of the current research is to expand what was accomplished in the earlier endeavors into aspects that are applicable to geotechnical engineering designs. The main objectives for this sub-project include: (1) conduct field pile load test in a weakly cemented soft rock formation; (2) explore the possibility of using the optic fiber Bragg grating to measure the strain

distribution within the test pile and local displacement in the rock mass during the load test; and (3) evaluate the behavior of the test pile in the weakly cemented soft rock according to the analysis of the [ile load test.

第一章

前言

1.1 計畫緣由

台灣中北部（桃園至台中）麓山帶地區出露之地層，在地質年代上均屬於甚為年輕 之地層，屬於『極軟弱至軟弱』之岩石。其組成之砂岩普遍具有固結差，膠結不良、遇 水極易軟化之特性，於原地層中尚可如同固結之岩石，然往往以手用力捏擠即成為砂 土，經水浸泡後亦成一團砂土。由於此等介乎土壤及岩石間大地工程材料之性質與工程 行為仍非十分確定，欲於此類地層內構築結構基礎（諸如台北金融大樓基礎），其岩體 之性質、基礎之承載值、力學之行為等問題，在國內外相關文獻報導都很有限。本子計 畫（一）『深基礎在軟弱岩石中之行為』延續先前研究之成果專注於軟弱岩石內基樁行 為。將基樁貫入岩盤形成岩鎖（rock socketed）基樁通常可以獲得較佳的樁面摩擦承載 力，岩鎖基樁在受載重時其樁面摩擦力通常大於根據原現地應力與介面摩擦係數計算所 得之承載值，產生額外的承載力。其原因在於樁身存在有粗糙面，而在受到載重時會樁 面周圍岩體受剪脹行為之影響而造成額外的正向力，因此早期 Williams et al. (1980) 提 出以定勁度直剪試驗 (Constant Normal Stiffness Shear Test, CNS) 之實驗方式來模擬樁 在岩體內之實際情形，並在其後進行了許多的室內試驗，但在現地的實驗結果則較少提 出樁身周圍的岩體之變形量，而無法證實現地是否與室內實驗的結果相仿，故本研究在 現地進行一樁載重試驗來探討此種現象是否也能適用於現地的情況。 一般研究軟岩材料的性質，多採實驗室試驗，但在取樣時，卻因鑽探過程破壞了原 本的組織。且軟弱岩石材料中常存在有裂縫、層面及節理，造成實驗室的結果無法正確 地判斷現地的情形，無法歸納出工程參數與力學性質，所以對於軟岩材料若施作現地試 驗，較可以瞭解現地的材料性質，也可以減少擾動對材料性質的影響，因此本研究選擇 一岩體為軟岩之場址進行試驗。本研究接收 Burland (1995)之建議與挑戰，在軟岩試體 內安裝應變感應系統以量測基樁受力時，軟岩試體內應變量之分佈情況。原計畫採用類 似 Smith and Burland (1976)之高精密度岩體鑽孔內多點伸張儀結合傾斜管之觀念製作。 主持人近期研發完成使用光纖光柵（Optic Fiber Bragg Grating，FBG）之地層扭曲感應 系統（陳志陽，2001），其功能遠超過 Smith and Burland (1976)之方法。在軟岩中鑽孔 安裝 FBG 地層扭曲感應系統來觀測在基樁受載時周圍軟岩地層內位移之分佈。量測所 得結果使用潘以文(1991)所提出之複降伏面模式的觀念做一驗證與結果之整合。

1.2 研究目的：

本研究之主要目標為完成軟岩地層的樁基礎承載力試驗，用以明瞭當樁基礎受力時 周圍岩體變形的變化情形，及提出適合軟岩基樁承載力分析與受力沉陷計算之模擬方 法，本研究目的包括： 1. 在新竹地區之軟弱岩層內進行樁基礎承載試驗，量測基樁內部以及周圍岩體變 形之分佈。 2. 除傳統之測傾外也使用以光纖光柵為基礎之應變感測裝置進行現地試驗之基 樁與岩體內部變形監測。 3. 使用試驗所得之實驗數據評估軟弱岩層內基樁之行為。

1.3 研究內容與方法

本研究從文獻回顧與試驗施作兩個方面進行。於文獻回顧方面，蒐集並整理各種樁 基礎承載理論分析，以及相關的承載試驗施作。試驗方面是以一基樁載重試驗為主，此 載重試驗在新竹縣寶山第二水庫工地周圍進行。研究團隊首先在試驗場進行一系列之鑽 孔、現地傍壓儀試驗、懸吊式孔內剪力波速量測（PS Logging test）、以及跨孔與下孔式 剪力波速量測。這些試驗之目的是確立軟弱岩石之勁度與強度之工程行為參數。

於試驗施作方面，使用光纖光柵（fiber Bragg grating, FBG）做為試樁內部之鋼筋 計來良策基樁受載時其軸向承載力之傳遞（load transfer）之行為，此一量測結果也與傳 統使用應變計之數據做一比較。在試樁周圍岩體內安裝傾斜管，部分之傾斜管內部安裝 能夠量測變形位移之節理式光纖光柵偏斜儀（FBG segmented deflectometer, FBG-SD）， 量測周圍岩體的變形狀態和基樁內部應變分佈情形。之後配合現地傍壓儀試驗的解果， 判別模擬時複降伏模式所需參數的值，並將得到的結果和相關的文獻分析作比較。

第二章 文獻回顧

本研究之現地實驗以模型樁基礎試驗做為模擬結果的比較對象。本章首先介紹光纖光柵 感測系統，並對其原理及應用作一概述，然後針對軟弱岩石之特性以及岩石基礎承載行為作 一描述。此外介紹前人對岩鎖基樁承載行為的研究成果，主要的內容包含：影響樁側壁阻抗 大小的因素、樁尖承載力的大小、樁受載時之破壞情形和如何判別等相關項目，另外也對本 研究所採用之複降伏面與降伏面群模式、漸進降伏面模式做整理與回顧。

2.1 光纖光柵地層移動監測原理與儀器製作

光纖是二十世紀最重要的工程發展之一，除了在通訊科技上造成重大的革命，光纖感測 技術(fiber optical sensing)亦在蓬勃的發展當中。光纖感測技術具有許多傳統電子感應技術沒 有的優點，包括(1)體積小－ 光纖直徑一般為 100-125μm 體積甚小；(2)耐久性高－光纖之主 要成份是矽(silica)為非金屬，可以長期埋在地下而不易腐蝕或改變其性質；(3)光纖利用光來 傳遞資訊不受電磁干擾；(4)可以在同一光纖上做多點分佈式的監測。

利用光纖光柵 (Optic Fiber Bragg Grating，FBG)之理可量測光纖於施作光柵處所受到之 應變，利用此光纖應變感應器，可研製各類型的傳感器，由於測傾管為地層變位監測最為常 見之方法，本工作團隊將採用此一已成功研發之 FBG 觀測技術，取代傳統電子式之測傾儀。

2.1.1 光纖光柵應變感測原理

FBG 是利用雷射在光纖曝光時造成一系列折射率週期性永久的改變，對應折射率週期性 改變的間距為 d，當一寬頻光源進入此一光纖時，除了滿足布拉格條件(Bragg condition)的特 定波長，其餘波長都會因為相位差而相消；而當 FBG 受到外力產生應變時，造成原本間距 d 的改變增加量為d，使得該特定波長反射回來一增加量，利用兩者，可以求得應力施 加後所引致的應變量大小，圖 2-1 為其量測原理示意圖。 由於 FBG 特性，在實務的應用上，應力施加產生應變以後，不只是反射回來的會改 變，光纖的有效折射率 n 也會同時改變；而且也會受溫度影響而改變其反射波長，但是藉由 本計畫團隊在長達六年的研究，相關的修正技術已經有效掌握，並在實際的應用中獲得良好 的成效。目前 FBG 技術已經可以作為傳統應變計的良好替代方案，且具有被動式感測器的相 關優點。FBG 與傳統電阻量測器最大的不同點，在於光纖的多工特性，並不受限於傳統電子 迴路一對一訊號傳輸的要求，只要在光柵製作時安排不同的波長的光柵製作於同一條光纖 上，利用足夠強度的寬頻光源，就可以同時量測數點至數百點的應變訊號。若以傳統的電路 排列需要安置數百條的電線，且電線之間彼此因為電磁效應會相互的干擾，產生雜訊，影響 量測結果的準確性；光纖感測器不但只需要一至兩條的光纖即可，不佔空間，另外沒有電磁

干擾的問題，只要光源足夠就可以大量使用，準確性不減。 圖 2-1 光纖光柵量測原理示意圖 (簡旭君，2003)

2.1.2 FBG 地層變形監測技術

在本計畫中所使用之 FBG 地層監測技術稱之為節理式光纖光柵偏斜儀(FBG segmented deflectometer，FBG-SD)，能夠與傳統測傾管配合使用。FBG-SD 是將一長約 215mm，直徑約 10mm，使用塑鋼製成之柔性軟管(flexible tube)外，相隔 180 度黏貼成對的光纖光柵。在此應 變感測元件兩端加裝鋁片剛性材料如圖 2-2 所示，將兩端剛性材料所受到的應力傳到中間柔 性材料上，此時對柔性材料會有應變集中的現象，也就會有將應變放大的效果。在應變感測 元件兩端加裝鋁片剛性材料構成節理（segment）之部分。節理又分量測節理（measurement segment）與延伸節理(extension segment)兩部分。量測節理上裝有支架(stud)，其大小與形狀 與傳統測傾管(inclinometer casing)及其內部之凹槽相匹配，藉由彈簧(spring)之拉力來保持支 架與測傾管凹槽之密合。延伸節理為一硬體，沒有任何自由度，其唯一目的為根據量測需要 來改變或延長量測節理間之距離。量測節理內安裝兩個軸承，其中一個軸承與監測管方向同 軸（軸向軸承，longitudinal bearing），其目的在於解除感測器受監測管軸向力（包括重力與摩 擦力）與扭力對感測器之影響，另一個軸承與監測管方向垂直（橫向軸承，lateral bearing）， 安裝在量測節理之中心點，其目的在於限制量測節理只能以橫向軸承為中心旋轉而增加結果 分析之可靠度。柔性軟管之一端以雙螺絲固定於量測節理內，另一端插入軸向軸承中，可以 延軸向滑動或轉動，柔性軟管之中心與橫向軸承在同一位置。偏斜儀在現場組裝，以量測節 理與延伸節理交互連接而形成，連結完成之偏斜儀隨即放入測傾管中（圖 2-3）。傾斜管因為 地層滑動或被監測結構體變形而發生扭曲的時候，變形監測管經由光纖或其他應變感應器量 測柔性軟管彎曲變化量，計算並累積變形監測管因地層移動而造成之彎曲角度，再根據此角 度之變化來計算地層移動量。 在實驗室中可標定出光柵波長改變量與角度變化量的關係，根據標定結果計算，光柵波 長改變 1 pm（10-12 m，解析儀所能讀取之最小 FBG 波長改變量）所對應之，剛性段間之夾角 改變量在 0.0012 與 0.0018 度之間。在監測地層滑動時我們可以將多個 FBG 偏斜儀串接在一

起，並將量測到的角度換算成側向位移量，偏斜儀能夠容許的彎曲角度可達 3.0 度上下。 tube flexible spring stud bearing longitudinal bearing lateral extension

segment measurement segment

45 215 2 5 7 8 3 0 unit: mm 85 175 Top View Side View 圖 2-2 FBG 偏斜儀設計示意圖 monitoring probe segmented deflection casing inclinometer 圖 2-3 節理式設計之訊號放大效應

2.1.3

FBG 偏斜儀及儀器規格

FBG-SD 解析儀精度可達到 0.00125o/1pm，若以一節 1m 為例，量測解析度可達到 0.0218mm。由圖 2-4 儀器畫面可看出，在光源可供給的光波波長範圍內，光柵波形如



山峰一般，上面尖端的一小點則是儀器所擷取出光柵中心波長尖峰值。若將顯示範圍縮 小，如圖 2-4 所顯示範圍，可以發現其實光柵波形比較類似於平緩的高原波形，波形頂 端平坦，橫跨範圍約有 300pm，經由儀器計算擷取出的波形中心波長值誤差在 2pm 之 內。本次監測採用布拉格反射波長(λC)介於 1524nm 至 1563nm、反射波長寬(Δλ)小於

0.25nm、反射率(reflectivity)大於 99.5%的光纖光柵。本研究採用如圖 2-5 所示，美國 Micron Optic 公司所製造，型號為 SM420 之光纖光柵掃瞄分析儀(Fiber Bragg Grating Swept Laser Interrogator 或 FBG-SLI)。

圖 2-4 (a)FBG 波形（巨觀）；(b)FBG 波形（微觀）

2.1.4 室內標定方法與結果

室內標定分為二個階段，單一的 FBG-SD 到整體 FBG-SD 之組合： 1. FBG-SD 單元標定量測節理彎曲角度與 FBG 波長變化之關係。本標定之目的在 品質確認以及建立未來整體 FBG-SD 數據解析之基本資料。 2. 複數 FBG-SD 之標定在確認整合後之量測功能。 單一量測節理標定 測解理標定時將量測節理一端固定於光學桌上，如圖 2-6 所示，利用兩金屬塊將軸 承兩端夾緊，使得量測節理大致上呈現一直線。位移的方式為利用微調儀於另一端推動 量測節理，來回反覆推動 4 次回到原點。將此各個角度波長相差量記錄下來，依試驗順 序畫出來回一週的閉合圖形。此圖形理論上將會成為一直線，以相關係數 R2_表示其相 關性。 此設計所試驗出角度與波長改變量相關係數最好可達到相關係數 R2 =1，若是 R2<0.9995，為了使得儀器的準確度能更精準，則將此變形軟管淘汰不用，事實上新改 良設計的製作良率已經提升至九成。圖 2-7 為標定相關係數 R2 =1 之情況與標定相關係 數 R2 =0.9996 之情況，以單元長度 1m 為例，正負 2°標定位移量所對應位移量為 70mm /m，對於地層監測已是足夠。 圖 2-6 量測節理標定設置照片

固定端

變形軟管 微調儀

2000 3000 4000 5000 6000 7000 Wavelength, pm -3 -2 -1 0 1 2 3 A n g le c h an g e , d e g re e 2000 3000 4000 5000 6000 7000 Wavelength, pm -3 -2 -1 0 1 2 3 A n g le c h an g e, d eg re e 圖 2-7 標定結果相關係數(左) R2 =1.0000 (右)R2=0.9996 9 公尺測傾管室內標定 室內標定採用三根共構的 9 公尺長測傾管進行，三根測傾管利用夾具予以束制，使 得位移皆相同。其中一管放置 FBG-SD，另一管放置傳統測傾儀，設定不同的人造變形 比較兩套儀器所得到之位移量。測傾管組設置如圖 2-8 所示。9 公尺傾斜管室內標定初 步先試驗兩種地滑類型，此兩類地滑所造成測傾管的兩種變形，將之稱為懸臂型及弓 型，製造變形方式為於夾具與樓梯柱間放置厚約 3mm 鋁片，依所需增量放置所需鋁片， 施做懸臂型變形時於最上層（高程 8.5 公尺）夾具放置鋁片，弓型則於中間(高程 5.3 公 尺)放置鋁片。事先讀取光纖光柵及測傾儀讀數，設定人造變形約 3～5 分鐘後再讀取一 次讀數，由二次讀數相減可得到變形曲線。再增加鋁片數量得到一組變形量由小到大之 變形圖，其結果分別如圖 2-9 與圖 2-10 所示，可得知光纖偏斜儀與測傾儀讀數在此兩 種型變形情況下都可以正確的反應變形趨勢。 Y = -0.0009559683715 * X + 4.307987116 R2_{= 0.999973} Y = -0.001211102822 * X + 3.729056831 R2_{= 0.999557}

圖 2-8 九公尺測傾管設置照片 -4 0 4 8 12 16 Displacement (mm) 0 2 4 6 8 10 D ep th (m ) Fiber sensor Inclinometer 圖 2-9 最大位移為 16mm 懸臂型之 FBG 彎曲儀與測傾儀結果比較

-5 0 5 10 15 20 Displacement (mm) 0 2 4 6 8 10 D ep th (m ) Fiber sensor Inclinometer 圖 2-10 最大位移為 17mm 弓型之 FBG 感測器與測傾儀結果比較

2.2 軟弱岩石之介紹

由於軟弱岩石兼具岩石與土壤兩者的特性，因此無法單純以一般土壤或岩石力學之 理論探討之。國際岩石力學協會(ISRM)將單壓強度 0.25~25 MPa 間之岩石歸類為軟弱岩 石。在此強度定義下之軟弱岩石包括了堅硬黏土、極軟弱岩石、非常軟弱岩石及軟弱岩 石部份，如圖 2-11 所示。

2.2.1 軟弱岩石的特性

砂岩的形成經過齡化作用、緩和之成岩作用、長久之固結作用三大階段 (Barton,1993)，而膠結不良之軟弱砂岩則是由於固結作用階段時間短，所以無法完全發 揮顆粒膠結與互鎖完好之成岩作用。因此年輕地層之軟弱砂岩可能是由於疏鬆的沈積物 經壓密作用、填充作用與膠結作用等之成岩作用而形成，未經過熱與壓力才能引發的岩 化作用，故無法形成堅硬之岩石。 因軟弱岩石的特性是介於土壤與岩石間，故近來已有多位學者對軟弱岩石作了許多 研究，在此將其研究結果整理出以下幾點的基本特性： 一、孔隙率大： Oliveria（1993）提出軟弱岩石在風化時，顆粒間所填充的膠結礦物被溶解流 失產生孔隙，因此孔隙率會增大。另外岩石之組成礦物衰退，亦使得岩石內部產 生裂隙，因此影響岩石組構。Bell（1993）於研究中顯示，軟弱砂岩之飽和時單軸

壓縮強度較乾燥時減少許多，證明軟岩之高孔隙率導致孔隙水填補後弱化岩石之 影響。 二、變形性大： Oliveria（1993）認為軟岩因為其孔隙率大之緣故，故於含水量或所受之應力改變 時，產生之變形量較一般岩石為大。另外，若軟弱岩石所含膠結物質成份以黏土礦物較 多時，則遇水易生膨脹並且強度變低或產生解壓回脹之行為。 三、膠結不良︰ Barton (1993)指出軟弱岩石由於固化時間短，故成岩作用不完全，導致軟岩顆粒間 之膠結礦物膠結性差，所以易受風化作用影響導致強度降低。Oliveria（1993）則指出 軟弱岩石因為膠結性差且吸水率高，使得軟岩極易因乾濕循環而產生消散(slaking)現象。 四、低應力狀態下產生體積膨脹︰ Dobereiner et al.（1986）指出軟弱砂岩在單壓試驗中，於很低之壓力狀態下體積會 膨脹。林傑（1997）則指出於低應力下剪動時，木山層之軟弱砂岩隨剪應力增加而快速 膨脹，但於高圍壓或剪應力較低時，則無剪脹行為發生。

小應變之應力-應變行為接近線性：Tatsuoka and Kohata (1995)指出軟岩在微小應變 (0.001%)以下的應力-應變呈線性關係，而一般建築物構築於地層上所造成之地盤變形並 不大，因此由小應變量測來得到之變形模數，在預測地表的變形或是建築物的位移時會 較為準確。一般在未使用小應變量測所求得之軟岩勁度會較小。

2.2.2 軟弱岩石在工程應用上之力學行為

Stimpson et al.（1979）與 Burland（1989）指出因工作載重加載所造成的應變量都 小於 0.1%，因此，有必要對軟岩在小應變時的變形行為更加瞭解。Kim and Tatsuoka （1994）指出軟岩在小應變時之楊氏係數 Emax和現地剪力波速得到的 Ef值非常一致， 而室內超音波試驗得到的彈性模數 Ed則略大於 Emax和 Ef。在小應變下排水或不排水試 驗得到的 Emax是相似的，無圍壓之 Ed值比有圍壓 Ed值小，此種差別在風化度大的砂質 泥岩和泥岩試體間最為明顯，此結果顯示試體會因取樣而形成裂縫，並對室內實驗結果 造成影響。因此若要用室內試驗推估現地岩體之行為，回復現地應力狀態即相當重要， 而無圍壓縮試驗因相當於大大地減低了現地之應力，故低估了現地小應變時的勁度。在 應變達 0.1%，即一般在軟岩地層工作載重造成的最大應變或應力達尖峰強度的一半 時，Esec仍大約是 Emax的一半。Emax對壓縮強度的比值大約是四百到一千之間。

Hight (1995) 指出細微裂縫在軟岩的應力應變特性上有很大的影響。由圖 2-12(a) 可得裂縫在小應變範圍會降低勁度，且加大非線性段。而圍壓的增加可使微裂隙閉合且 讓小應變範圍內之勁度增加，直到微裂隙全部閉合為止，如圖 2-12(b)。因此軟岩之小 應變行為對於工程的應用較具意義，對於小應變行為之研究也就更顯重要。

2.2.3 台灣中北部上新-更新世軟弱岩層之概述

因本研究之場址為寶山第二水庫之停車場預定地，而此區域之地質以卓蘭層以及頭

嵙山層為主，故針對卓蘭層及頭嵙山層之情形做以下介紹（摘自何春蓀，1987）： 1.卓蘭層：平均厚度約兩千公尺，廣泛地分佈於本島西部麓山帶上，時代約為上新 世晚期至更新世早期，主要為砂岩、粉砂岩、泥岩和頁岩之互層。岩層厚度自數十公分 至兩公尺不等，而於岩層中之岩相變化相當劇烈，又缺少指準層，所以很難再把卓蘭層 細分為若干較明顯的岩段。砂岩通常呈淺青灰色或淡灰色，顆粒較細並略含雲母質，厚 度為數十公分至兩公尺不等，有些較厚之砂岩可達到五公尺以上之厚度。砂岩之種類有 混濁砂岩及亞混濁砂岩等。本層砂岩之膠結物約 40~60%為泥質，因此膠結性差，另外 又因壓密不足，故結構疏鬆，於野外以手即可將岩體壓碎至砂土狀。頁岩和泥岩呈現青 灰色或暗灰色，一般層厚約在廿至五十公分之間，也有較厚之頁岩層出現，本層多含化 石群為一重要特徵。本區有許多單面山（cuesta）或豚背嶺（hogback ridge）之地形， 其原因在於砂岩和頁岩之抗風化能力不同。另外，本層之上部有淡灰色、塊狀細粒的泥 質砂岩，其中含有碎碳質顆粒粗粒的岩層，並夾有凸鏡體或薄層礫岩，而再向上礫岩增 加，就漸變為頭嵙山層，兩地層之中間並沒有明顯之沈積間斷和分界線。故在製圖時， 常利用此一礫岩層作為卓蘭山層頂部或是頭嵙山層底部之分界。 2.頭嵙山層：頭嵙山層廣泛分佈於西部麓山帶中，時代為更新世初期之沉積地質岩，整 合在上新世卓蘭層之上，本層大致可分為上中下三部分。下部層厚約九百公尺，大部分 由砂岩與頁岩夾礫石薄層所組成，中部則是由砂、黏土和礫岩互層組成，中部岩層為一 過渡帶，厚度約為五十至一百公尺之間。上部岩層則以塊狀礫岩為主，夾有薄層砂岩， 厚度在數百公尺以上。礫岩相又稱為火炎山相，砂岩與頁岩相則可稱為香山相，本地層 大部分為兩者漸變構成。台灣北部頭嵙山層主要特徵為膠結疏鬆之砂頁岩互層，礫岩相 較不發達，一般只有少數礫岩相薄層夾於砂岩及泥岩之中。頭嵙山層於新竹被稱為楊梅 層，在苗栗縣稱為通霄層，此兩處岩層皆為青灰色砂岩、粉砂岩和頁岩組成。台灣中南 部頭嵙山層則為良好發育之礫岩相與砂頁岩互層。

2.2.4 台灣中北部軟岩之力學行為

本研究針對北部膠結不良之砂岩進行承載研究，彙整目前現有之北部軟岩力學試驗 結果如下： 1.岩石單壓強度試驗： 卿建業(1995)指出，砂岩模數比（E/c）約在五十至五百之間，頁岩模數比則約在 十至兩百之間，泥岩模數比大部分介於一百到三百之間。砂岩之包生比（ν,Poisson’s ratio）約在 0.2 ~ 0.5 之間、頁岩約在 0.3 ~ 0.5 之間、泥岩約於 0.4 ~ 0.5 之間。 新竹頭嵙山層之香山相軟弱砂岩，其單壓強度約 0.09 ~ 1 MPa，破壞應變介於 3 ~ 8 %，單壓強度隨含水量增加而明顯降低（林景民，2001；洪任賢，2002）。 寶山地區上新世卓蘭層之泥質岩石，單壓強度約為 0.14 ~ 27.4 MPa，並且於含水量達一 定大小時迅速軟化，強度與土壤類似，模數比介於三十至三百，屬中低模數比岩石（林 銘郎、林煜卿，1998）。 2.岩石單張強度試驗： 台中大坑地區之卓蘭層，含水量約 1 ~ 2 %，其直接張力強度約為 0.05 ~ 0.28 MPa，

間接張力強度約為 0.17 ~ 0.58 MPa。大部份之間接張力強度較直接張力強度高。試體應 變量 0.005%以下之變形則稍具線性，此應變量之變形模數較單壓試驗初始切線模數 低。試體於應變量 0.1%以下即可能產生張力破壞，張力狀態下之應力應變行為為非線 性（張志勇，1999）。 3.岩石三軸試驗： 林景民(2001)由三軸試驗結果歸納分析出新竹頭嵙山層之香山相軟弱砂岩之 c´值約 0.74 MPa，ψ´值約 31°，Emax介於 400 ~ 2000 MPa，有效摩擦角介於黏土與鬆土之間。

於 E/Emax與εa之遞減關係中，在εa小於 0.1%之情況下與砂土及低塑性之黏土類似。但 當εa大於 0.1%時，由於試體內之微裂隙閉合而使得其 E 值開始提升，隨後之 E/Emax與 εa之遞減關係則與土壤類似。另外，經三軸 CU 試驗結果分析可發現 Mohr-Coulomb 破 壞準則可適用。 林銘郎與林煜卿(1998)於進行 SUU 三軸試驗後，提出寶山地區上新世卓蘭層之泥質 岩石之 c´值約 40 kPa，Ψ´值約 53°，c´值約 30 kPa，Ψ´值則約為 54°。 4.軟弱岩石傍壓儀試驗： 林文森（1998）針對台灣中北部軟弱砂岩進行一系列傍壓儀試驗後，發現於相同岩性之 軟岩內，剪力模數 G 與降服應力 Py之值隨有效應力增大而增加。廖學志(2004)於改善 由房正國(1999)所研發之多功能試驗儀後，在本試驗場址內進行了一連串之試驗，並提 出現地岩層之剪力模數約為 10 ~ 100 MPa，值約為 30°~40°。

2.3 基樁承載力之理論

2.3.1 樁底與樁身之極限承載力理論

在樁基礎之設計時，將樁打入堅固的岩盤上有許多好處，因此通常會將基樁延伸進 入岩盤內而形成岩鎖基樁，所以估算基樁之承載值時包括基樁面與軟弱岩石間之摩擦力 與樁底之承載力，故基樁極限承載力計算通用公式可以下式表示： s s p p s p u Q Q q A f A Q       (2- 1) 其中

Q

u為基樁極限承載力；Qp為樁底端面極限承載力；

Q

s為基樁樁身極限摩擦 力；

q

p為樁底端面之單位面積極限承載力；

q

p為樁身之單位面積摩擦力；

A

p為樁底 端面面積；

A

_s為樁身與岩石接觸之面積。

關於岩石內樁尖承載值 qu之估算 Rehman and Broms, 1971) 提出岩石內基樁之載重

試驗結果歸納 qu應該為岩石無圍壓縮強度σc之四至六倍之間。(Johnston and Choi, 1985)

以用四點來展示其行為之改變，如圖 2-13 所示。許多學者嘗試研究歸納完整岩塊之單 壓強度（ ）與樁底承載力間關係，其關係式彙整如下：c c p

3

q





（Coates, 1967） (2- 2)

5

8

q

_p





_c



（Teng, 1962） (2- 3) c p

2

.

7

q





（Rowe and Armitage, 1987） (2-4)

在早期尚未建立摩擦樁之承載力計算時，經由經驗知當樁的表面無潤滑，且表面具有足 夠的粗略度時，樁之摩擦力即可大幅增加，並在破壞時可避免發生脆性破壞之情形。在 使用岩鎖基樁時，一開始將水泥樁貫入岩體後，水泥會與岩體形成完全契合之情形如圖 2-所示，此契合面上同時也具有結合之力量，而此力量之大小視岩石之種類而有所不同 (Lam and Johnston, 1982)。當樁在承載時，此契合力可能不足以承受所加之力，因此樁 與岩體間會產生滑動，滑動時除了有些粗糙面會被破壞外，有些粗糙面則會與岩體相互 擠壓，同時樁會產生膨脹之現象，並在與岩體相交的面上產生正向力，如圖 2-14 所示。

當岩體產生輻射狀的變位時，岩體內部的壓力 pi會隨著半徑 r 的增加而減小，

Jaeger and Cook（1979）提出下列的經驗式:

)

1

(

E

r

p

u



i





(2- 5) 其中 E 和 υ為岩體的彈性模數和浦松比，岩體的正向勁度 K 為內部的壓力 pi除以輻射 狀的變位 u，因此岩體的正向勁度 K 就可以表示為：

)

1

(

E

r

1

u

p

K

i









_{(2- 6)} 傳統的剪力試驗為施加一固定的正向力垂直於剪力施加的方向，這在如邊坡破壞這 類的情形中較為適用，因為在其破壞的過程中，其所受之正向力皆固定。然而在樁貫入 岩體時，此種實驗方法並不適用，理由在於產生剪位移時，由於樁之膨脹及其與岩體間 之交互作用，在貫入期間之正向力並不會為一個定值，故(Williams et al. 1980) 提出以 定勁度直剪試驗 (Constant Normal Stiffness Shear Test, CNS) 之實驗方式來模擬樁在岩 體內之實際情形，並進一步提出影響側向摩擦力之因子包括岩石強度、岩體模數、樁之 幾何形狀以及樁之側壁的摩擦度。 CNS 實驗之示意圖如圖 2-15 所示，其中下半部為由岩石組成之試體，僅容許左右移動 以模擬在現地時，樁只會上下移動但無法使周圍的岩體移動；而上半部則僅容許上下移 動，以模擬樁在現地時，與岩體間正向應變或膨脹量之大小。其上下移動之量及所產生 之之力量的控制，由一彈簧系統控制，經由改變彈簧之勁度，可控制樁與岩體之變形量 大小。而實驗所使用之設備如圖 2-16 所示。

在實驗中(Williams et al. 1980)提出剪應力(剪應變)及正向力均需等到有膨脹之產生 後，才會大幅地增加如圖 2-17 及圖 2-18 所示，而實驗結果各階段之意義說明如下： 一、初始膨脹(A 點到 B 點)： Byerlee (1967) 對 A 到 B 點間的現象提出解釋，他認為試體在初受剪時會產生內結 構結合的現象，因此剪力強度會一直上升，一直到試體與岩石間發生滑動。而在發生滑 動的現象後，勁度較低之試體會表現如 B 到 C 點間之行為，同時伴隨者滑動的發生， 其正向力也會小幅地上升 二、摩擦面滑動(B 到 C 點及 C 到 D 點)： B 到 C 點之段為低勁度之試體才會產生之情形，其原因在於滑動時產生摩擦面破壞 之現象，因此使剪力強度下降。若換為高勁度之試體，則由於試體較不易被破壞，故在 滑動後其剪力強度並不會馬上下降，而是繼續上升，此兩種不同的情形說明如下。C 到 D 點之段則為兩者共同的階段。同時在此階段，由於膨脹量的大幅增加，其正向力也大 幅地增加，同時其增加的速度亦與剪位移之量成正比，一直到到達 D 點。 如圖 2-19 所示，在樁與岩體間產生滑動時，較低勁度之試體會發生張力破壞之情 形，因此會使得其剪力強度下降。高勁度之試體則由於材料之特性，故不容易發生張力 破壞之情形，同時在發生張力破壞時，其張力破壞之區域也較低勁度之試體為小，但一 旦發生張力破壞時，高勁度之試體其剪力強度降低之幅度要較低勁度之試體為大。 三、剪力破壞(D 點之後)： 到達 D 點時，代表圖 2-19 中所示之剪力區已完全破壞，故剩餘之正向力及剪 應力視樁與岩石間之摩擦角的不同而有不同的變化。 在 B 到 D 點間之曲線，由於低勁度與高勁度間試體間之不同特性，可在工程上決定出 一有效的參數，即岩體與樁間之摩擦角。如所圖 2-20 示，低勁度之試體可找出最大之 摩擦角以及殘餘之摩擦角，而高勁度之試體則僅可決定一個摩擦角值。其中，圖 2-20 中所採用之資料為 Lam and Johnston (1982) 實驗所得之結果，其實驗之數據共七組，使 用不同的勁度及初始正向力，而試體的詳細資料如表 2- 1 所示。

另外 Lam and Johnston (1982) 也將實驗結果表達如圖 2-21 所示，同時也提出說明， 其中 i 代表介面的膨脹角。在圖 2-21 中，曲線一開始較平緩之階段代表雖有剪位移之 產生，但試體並無明顯膨脹的發生，原因是此時試體尚在內結構鎖緊的階段，所以要到 超過一定的剪位移量後，試體才會開始大幅膨脹，此開始大幅膨脹之點即為圖 2-17 及 圖 2-18 中之 B 點。此段之膨脹量會與剪位移成線性關係，曲線所達到之最高點則為剪 力破壞發生之處。由圖 2-21 也可看出，無論勁度之大小，只要施加之正向力越大，則 剪力破壞時之膨脹量越小。 基於以上的原因可知，側壁阻抗的大小對岩鎖基樁的行為影響很大，包括對於岩鎖 基樁的承載能力、沉陷量和時間的關係。（Canadian Geotechnical Society 1985）建議側 壁阻抗 Qs的大小可以由以下的公式計算： s s s s

b

L

q

Q





(2- 1)

其中

b

_s為樁底直徑；

L

_s為樁身長度；

q

_s 為單位面積樁面摩擦力。

相關

q

s 經由許多學者（Rosenberg and Journeaux, 1976；Kenney, 1977；Williams et al., 1980；Horvath, 1983；Rowe and Armitage, 1984）彙整相關樁載重試驗或是室內樁模型 載重試驗之結果，提出樁面摩擦力與完整岩塊單壓強度間之關係，其公式彙整如下： 一、Rosenberg and Journeaux（1976）彙整現地樁載重試驗結果與岩石單壓強度之關係， 初步提出下列關係式以估算樁面摩擦力。

 

0.515 c s

0

.

375

q





(2- 2) 二、Kenney（1977）提出： 2 1 c s

C

C

q





(2- 3) 其中C 為樁身與岩石間之粗糙折減係數，₁ C 由光滑樁身之 0.1 至非常粗糙樁身之 0.5。₁ C₂ 則為施工技術與樁址優劣之綜合折減係數，C 值介於 0 和 1 之間。₂

三、Williams and Pells（1981）彙整統計許多之現地試驗結果提出樁身摩擦力與岩石單 壓強度間之經驗式：

  

w c w s

q









(2- 4) 其中



_w、



w為相關折減係數。

四、Horvath and Kenney（1979）觀察到岩體粗糙度為影響樁面摩擦力之重要影響因素， 並予以量化定義樁面與岩體間之粗糙度。(Horvath et, al ,1983)提出岩體光滑面與粗糙面 之樁身摩擦力關係式，一條是針對樁側壁較平滑的狀況，另一條是針對樁側壁較粗糙的 狀況: 1. 樁側壁較平滑的狀況： c s q 





(2- 5) 其中λ是經驗的因子，大小在 0.2 至 0.3 之間。 2. 樁側壁較粗糙的狀況：

RF

8

.

0

q

_s





_c (2- 6) 其中 RF 為粗糙度因子，大小由下式決定： s s t s

L

b

L

b

RF





(2- 7) 其中Δbs表示粗糙度的平均高度，bs表示樁的直徑，Ls表示樁的長度，Lt表示樁的沉陷 量。

五、Rowe and Armitage（1984）彙整大量軟岩之現地樁載重試驗與岩石單壓強度試驗結 果，提出相關不同粗糙度級別之樁身摩擦與單壓強度之經驗式： 1.針對粗糙度 R1、R2 與 R3: c s

0

.

45

q





(2- 8) 2.針對粗糙度 R4 c s 0.6 q 



(2- 9) 其中 R1、R2、R3、R4 這幾種不同粗糙度的等級分類（Pells et al., 1980）如 表 2- 2 所示，表中所示 depth、width、spacing 之代表的意義如圖 2-22 所示。 當現地的側壁阻抗行為狀況較複雜時，可使用上述之經驗式來設計，便可簡單的預 估基樁的強度。 六、(Williams et al. 1980) 提出樁之剪應力受岩體之影響關係可以下式來表示， fsu=α1qu (2- 10) 其中 fsu=樁之極限剪力強度，qu=岩石之無圍壓縮強度，α1=經驗係數當 qu越大時，樁 與岩體間之剪應力也隨之增大。而岩石與樁之間的粗糙度則會影響α1之值與破壞時是 否會脆性，若樁與岩石間僅存在極小或甚至沒有摩擦力時，其破壞時之行為會如脆性破 壞一般，如圖 2-23 所示。 其中圖 2-23 中所示之各粗糙度大小為 S3 最為粗糙，而其次為 S12 及 A3，C2 則代 表最為光滑之岩體與樁間的關係。 Tatsuoka et al. (1993) 指出求軟岩的勁度可用靜態分析或動態分析，靜態分析的試 驗方法有平板載重試驗 (Plate Loading Tests) 、傍壓儀試驗 (Pressure- meter Tests) 、無 圍壓縮試驗 (Uniaxial Compression Tests) 、三軸壓縮試驗 (Triaxial Compression

Test) ，動態分析的試驗方法有現地剪力波速試驗、室內超音波試驗。上述的靜態彈性 楊氏模數要比動態的彈性楊氏模數小很多，因此無法在兩者間建立任何關聯，而且很多 報告顯示由實際現地靜態行為反算的靜態彈性模數要比由靜態分析所得到的彈性模數 要大很多，如圖 2-24 所示。其中 Ef由現地孔內剪力波速試驗得到、EBHLT為由傍壓儀得

到之楊氏模數、EDBA為由地層變形量反推分析求得、Ed為室內施圍壓之超音波試驗求

得；若是無圍壓之超音波試驗求得之勁度 Ed會比圖 Ed小很多，那是因為試體存在微裂

縫的原因(Kim et al., 1994)，Einitial為三軸壓縮試驗應力應變曲線近似線性段之 E 值，Emax

為局部應變量小於 0.01％之應力應變關係，圖中 Ed近似 Emax，可說當應變量小於 0.01 ％由動態或靜態試驗得到的勁度是相等的。(林智惠，2004)在進行一系列三軸試驗後， 量測軸向試體應變小於 0.01%到尖峰值的勁度，發現軟岩的變形性在小於 0.01%是非常 重複的、和應變速率無關且為彈性，並和現地剪力波速量測 Ef值非常相似，當應變超 過彈性限制，軟岩表現出非線性特性。由實際現地行為推估的楊氏模數 EDBA是稍小於 Emax和 Ef，所以動態分析的勁度可以用 Ef估計，由傍壓儀得到的楊氏模數 EBHLT比 Emax

和 Ef小很多是因為在傍壓儀試驗的應變相對來說是很大的。當考慮勁度的非線性，實

際現地行為推估的勁度和傍壓儀和三軸壓縮試驗得到的值有很好的比較結果。壓密應力 對勁度的影響對軟弱泥岩是可以忽略，但對軟弱砂岩則要考慮其影響力。

Ladanyi and Domingue (1980)提出樁的膨脹會伴隨著樁的破壞而發生，且若在有束 制力的環境下(如樁在岩體中時)，此膨脹性會造成正向力的增加，而正向力的增加量(Δ σn)可由下式計算，(其中假設樁之行為為彈性，在樁之半徑遠小於其長度時，此假設可 獲得良好之結果)： (2- 11) 其中 D=樁之直徑，Em=岩體之楊式模數，νm=岩體之蒲松比 而岩體的 E 值以及破裂的程度也會對樁的剪應力造成影響，因為它們會影響岩石之 qu 值。樁的長徑比(L/D)也會影響樁的剪應力強度，Horvath et al, (1980)指出長徑比越大 者，其剪應力強度也越大，這是因為它們因側向膨脹所產生之正向力較大的緣故，這種 現象與式(2- 11)所代表之意義亦相符。此外(Pells et al. 1980)也提出此種因產生膨脹而增 加之剪應力與束制之材料也有相當的關係，當束制的材料硬度越高，則此種效應也越明 顯，如圖 2-25 所示。而現地實驗與實驗室中對樁強度測試結果的大不相同，也與此種 效應有相當大的關係，因為在實驗室中不易達成如現地岩石般一樣堅硬之束制條件。 Burland(1995)指出在一般設計載重下，地層內所發生的局部變形量其實很小，但是 在現行的設計上，常會低估地層的勁度(Stiffness)，導致高估地層的變形量。在實際量 測現地之變形量時，Izumi et al. (1997) 依據實驗結果提出，現地量測到之變形量要遠小 於依取樣結果之參數所估計之變形量，而原因除了前面所提出之束制條件為可能的原因 外，Izumi et al. (1997)也指出當現地之樁在受到載重時，其應變量往往尚在小應變的範 圍，因此當實驗室中的試驗在經過取樣，以及受限於儀器的條件下，其應變量遠大於現 地受力時的量，也因此其模數會低估許多。Simpson et al. (1979)在 Palace Yard car park 的開挖工程上，使用小變形理論所得到的高勁度 E 值與雙曲線模式來模擬現地變形結 果，如圖 2-26 所示，發現其可以更接近現地觀測結果。

Skempton (1961)和 Bishop et al. (1965)提出在一般狀況下，現地土壤的 E 值為實驗 室相同土樣做實驗所得到的 E 值五倍大。Atkinson and Sallfors (1991)將應變量做三種範 圍的定義，分類如下：

一、微應變（very small strain）：指應變小於 10-3

% 二、小應變（small strain）：應變範圍介於 10-3 %及 1%之間。 三、大應變（large strain）：應變範圍大於 1%。 Jardine(1995)指出在現地安全監測上，量測地層滑動所造成的應變量介於 0.001%到 0.5%。由上述可以明確知道在一般設計載重狀況下，地層內的局部變形量是很小的，但 是如何精確量得地層內的局部變形，正是本研究的目的所在。

Jardine and Saldivar (1999) 則提出除了樁與土壤介面的土壤會隨著時間強度增大 外，另一方面在以 X-ray 觀察土壤的情形時，也發現樁中含鐵之部份會將鐵離子釋放至

)

1

(

D

E

D

m m n

_













土壤中，而使得樁周圍的土壤其密度增加，強度增大。

2.3.2 樁身承載力與沉陷量間的關係

Benmokrane et al.（1994）使用各種常用之建築材料來模擬基樁，並研究其與岩石 結合後受力時的行為，如圖 2-27 所示。由其試驗結果發現當樁的位移達到 0.9-2.5mm， 約為樁直徑的 2%時，側壁阻抗值達到最大，當樁的位移達到 10%的樁直徑時，側壁阻 抗就會到達殘餘側壁阻抗。

2.4 基樁之破壞模式

基樁之破壞模式常與樁身周圍之土壤、樁之材料及荷重的加載方式有關，又因基樁 之承載力主要來自於樁身之摩擦力與樁底的點承力，所以其破壞形式亦與基樁是屬摩擦 力或點承力不足而破壞有關。茲將基樁於運用於基地上支撐結構物重量或其他荷重時， 基樁底部與土壤間之破壞模式整理如下(洪正杰,2002)：

一、樁身挫屈(Buckling failure of pile)：

當樁底深入堅硬之岩盤時(如岩層或卵礫石)，因樁身周圍之土壤相比之下極為軟 弱，故對樁身之束制壓力極低，因此在此情況下之樁頂載重(Q)與沉陷量(S)之曲線會有 明顯的挫屈破壞點，如圖 2-28 (a)所示。

二、全面剪力破壞(General shear failure)：

當樁身未位於堅硬之岩層上，但樁尖位於相對強度較高的土層上，且樁身下之應力 影響範圍內無軟弱土壤時，則在較可容許之載重為大時，樁尖下方之土壤會產生全面剪 力破壞。其載重與沉陷量之曲線會有明顯之破壞點，如圖 2-28 (b)所示。

三、貫穿剪力破壞(Punching shear failure)

在軟弱土層中之基樁，若樁尖亦位於同樣軟弱之土層，則在受載重後會產生貫入破 壞，而其載重與沉陷量之曲線並不會有明顯之尖峰值，如圖 2-28 (c)所示。

四、完全摩擦破壞(Fully friction failure)：

當樁穿過軟弱土層後，樁尖卻位於強度更低之土層，此時由於樁底之承載力極低， 因此載重幾乎皆由樁身摩擦力所承受。當樁身承載力完全發揮後，樁就不斷下陷，故其 載重與沉陷量之曲線有明顯之降伏直線，如圖 2-28 (d)所示。 五、拉拔破壞(Pullout failure)： 當基礎受拉拔力而破壞時，其載重與沉陷量曲線與完全摩擦破壞類似，只是方向不 同，其曲線如圖 2-28 (e)所示。 Jardine (1992)指出不同應力路徑試驗，可以訂定出降符點的特徵，其示意圖如錯誤! 找 不到參照來源。所示，Y1(first yield)為線彈性行為的極限，Y2 為可復原性行為的界限，

Y3(final yield)為試驗材料內部結構的完全破壞。而 Zone1 即為線彈性區域，Zone2 則為 非線性彈性區域，Zone3 則開始產生塑性變形，Zone4 時塑性變形量急速增加，且此時 降伏面會隨之擴張。

表 2- 1 圖 2-12 中 CNS 實驗各試體之勁度及正向力(Lam and Johnston, 1982) 試驗編號 正向之勁度(kPa/mm) 初始之正向力(kPa) 1 85 111 2 85 192 3 85 236 4 300 108 5 300 203 6 950 113 7 950 238 表 2- 2 粗糙度之定義(Pells et al., 1980)

Roughness class Description

R1 Straight, smooth-sided socket, grooves or indentations less than 1mm deep.

R2 Grooves of depth 1-4mm, width greater than 2mm, at spacing 50mm to 200mm.

R3 Grooves of depth 4-10mm, width greater than 5mm, at spacing 50mm to 200mm.

R4 Grooves or undulations of depth >10mm, width >10mm at spacing 50mm to 200mm.

表 2- 3 不同長徑比及粗糙度對樁之強度及行為之影響(Williams and Pells, 1981) Socket and pile construction

Pile Rock Method Size Sh(mm) Si(˚) qu(MPa) α fsr/fsu

S3 HW Melbourne

Mudstone Roughened

1120diaX

2500 8.8 19 0.57 0.92 1.0 S5 HW Melbourne

Mudstone Drilled normally

1170diaX

2510 2.3 11 0.62 0.82 0.99

M1 HW Melbourne Mudstone

Drilled normally, concrete cast under bentonite 1220diaX 2000 5.4 17 2.46 0.24 1.0 M2 HW Melbourne Mudstone Roughened 1300diaX 2000 10.2 25 2.30 0.28 0.98 M3 HW Melbourne

Mudstone Drilled normally

1230diaX 2000 3.1 14 2.30 0.31 1.0 M4 HW Melbourne Mudstone Roughened, roughness similar to M2, concrete cast under bentonite 1350diaX 2000 ─ ─ 2.34 0.26 0.95 A1,B2, B3,B4, B5,E3 Hawkesbury sandstone Drilled with diatube or augers, roughness R1 ─ ─ ─ 6 0.17 0.74 A2,A4, C4,C5 Hawkesbury sandstone

Drilled with a rock roller, roughness R2 ─ ─ ─ 6 0.19 0.89 A3,D2 Hawkesbury sandstone Augered, roughness R3 ─ ─ ─ 6 0.18 1.0

圖 2- 13 (a)軟岩受力破壞示意圖(b)軟岩受力破壞載重與位移關係(吳政達，2003)圖

(a)

0 100 200 300 400 500 Normal Stress, kPa

0 200 400 600 800 S h e ar S tr e ss , k P a 3 1 2 63o 45o 圖 2-20 (a) 最大正向應力 500kPa 下樁載重正向應力與剪應力之關係 (Lam and Johnston, 1982)

0 200 400 600 800 Normal Stress, kPa

0 200 400 600 800 S h ea r S tr es s, k P a 4 5 47o _45o 圖 2-20 (b) 最大正向應力 800kPa 下樁載重正向應力與剪應力之關係 (Lam and Johnston, 1982)

0

200

400

600

800

Normal Stress, kPa

0

200

400

600

800

1000

S

h

e

a

r

S

tr

e

ss

,

k

P

a

6

7

38o

圖 2- 20 (c) 最大剪應力 1000kPa 下樁載重正向應力與剪應力之關係 (Lam and Johnston, 1982)

0

4

8

12

16

Shear Displacement, mm

0

1

2

3

4

D

il

at

io

n

,

m

m

1

2

3

Test No.

i

1

21.2

2

18.8

3

20.0

0

2

4

6

8

10

Shear Displacement, mm

0

0.4

0.8

1.2

1.6

D

il

at

io

n

,

m

m

Test No.

i

4

18.3

5

16.9

4

5

0

1

2

3

4

5

Shear Displacement, mm

0

0.2

0.4

0.6

D

il

at

io

n

,

m

m

6

7

Test No.

i

6

9.9

7

12.8

0 10 20 30 40 Settlement, mm 0 20 40 60 80 100 P e rc en ta g e o f p ea k a v e ra g e si d e re si st a n c e S12 C2 S3 A3

0 2 4 6 8 Displacement, mm 0 2 4 6 8 10 A v e ra g e sh e a r st re ss (M P a ) Test 38

Confined in two steel rings

Block cracked Test 37

Confined in one light gauge steel ring

Steel ring burst at weld Test 24

Unconfined

圖 2- 28 基樁之破壞模式(a)挫屈破壞(b)一般剪力破壞(c)貫入型剪力破壞(d)全面破壞(e) 拉拔破壞(洪正杰，2002)

第三章 現場試驗

本實驗場地之位置位於寶山第二水庫大壩右壩墩之停車場預定地，在經過實驗前的 整地後，該位置之標高約 155 米，研究團隊在其他子計畫中針對此試驗場地進行地表地 質調查，其地表下岩層之位置如圖 3-1 (a)所示。而在考慮本實驗主要之對象為軟弱岩 石，且希望其強度不因含水量之高低而有過大的改變，如一般泥岩之行為，因此選定該 範圍內的砂岩露出地表的區域做為實驗場地，如圖 3-1 (b)所示，而在經過計算後也可 知，除反力樁會進入不同岩層外，本實驗所使用之試驗樁全長皆在該岩層內。圖 3-2 展 示研究團隊在其他子計畫中在三個鑽孔內（B1 至 B3）所做傍壓儀試驗所得初始擴張壓 力(Po)、降服壓力（Py）以及加壓解壓剪力模數（Gur）與深度之關係。

3.1 模型樁之準備

雖然全尺度試驗可說是研究樁基礎與岩體互制行為之最佳方式，但因其所需經費 甚為可觀，且由於本實驗希望將樁加載至破壞，而若採用全尺度試驗則可能無法達到其 極限載重，故為配合加載儀器僅能達四百噸之大小以及鑽探機具之限制，將本實驗之樁 徑大小訂為 30 公分，而為達到本實驗所應用之 FBG-SD 系統之最佳量測範圍，設計之 樁長採用 3 公尺。計算樁之承載力時，由本實驗之樁深為 3 公尺

 

) ( 1 . 44 3 . 0 3 2 9 . 15 3 . 0 4 60 1 . 5 A f A N Q Q Q ) ) 2004 ( ( m t 7 . 1 m t 1 . 5 3 7 . 1 2 s s b q ' v s b u 3 m 2 ' v 噸 由 實驗結果 依林智慧 其中                        其中 4 , Broms K , 78 . 0 tan tan K f_{s v}' 用 於高相對密度砂土中採 之建議值 值採用        ( 1 ) Ag= 2 2

707

4

30

cm







極限載重假設為 44 噸 2 2 . 62 707 1000 44 cm kgf x Ag Pu _{ } ( 2 ) 估算(保護層 4cm，假設採用 D10 箍筋，D16 主筋)

6

.

0

30

91

.

1

953

.

0

2

4

2

30















x

x

( 3 ) 按 fc’, fy , γ查圖 (fc’=280 kgf/cm2,fy=2800 kgf/cm2) γ=0.6 時，ρ尚不足 0，故取ρ=0.005 計算(偏向保守)

此時之Pu 160707113120kgf 110噸 ( 4 ) 計算

A

st





g

A

g 2 ,

0

.

005

x

707

3

.

54

cm

A

_streq





依規範規定圓形橫箍筋之柱至少須有四支主筋 設計使用 4 支 D16 主筋，Ast= 7.94cm2 此時之極限載重約為 45 噸 ( 5 ) 決定最小箍筋間距 s = min(16x 主筋直徑, 48x 箍筋直徑, 柱之寬度)=20cm 設計採用之樁之配筋如圖 3- 3 所示，其中 S1 及 S2 各代表不同位置的主筋。

3.2 載重試驗設備與程序

本實驗之反力系統由反力座與反力樑構成(圖 3-4)，其設計最高可提供 400 噸之反 力。反力座四角各以 50 噸高拉力螺桿與反力樁固定，反力樁則深入岩體達 7 公尺以提 供反力，反力座其上承接反力樑。反力座與反力樑總共以八支 50 噸高拉力螺桿固定， 400 噸油壓千斤頂則懸掛在反力樑之中間。本實驗所欲量測之樁即在千斤頂之下方，其 示意圖如圖 3- 5 所示。 加載設備是提供加載時所需的荷重所用之儀器，其中包括: （1）5HP 電動油壓泵（圖 3- 6）。 （2）400 噸雙動型實心式油壓千斤頂 (圖 3- 7)。 （3）量測加載之 400 噸及 100 噸荷重計（Load cell）。

3.1.4 樁載重試驗加載程序

軸向加壓程序依照 ASTM D1143-81(Reproved 1994 )試驗規範之加載方式，其中又 多採用標準加載或快速加載進行，茲將其兩種方式略述如下： 1. 標準加載試驗：分 8 次加載到設計荷重，每次加載增量為設計載重的 12.5%， 加載時間間隔最多為 2 小時，若沉陷速率小於每小時 0.25mm，則可進行下 一階段荷重。加壓完成後須保持壓力 12 小時以上，之後再分 4 階段減載至 0 並保持 12 小時後，再分 4 階段加載至設計載重的 2 倍，最後以設計載重 的 10%為增量加載至破壞或最大試驗載重。 2. 快速加載試驗：每次加載增量為設計載重的 10-15%，加載間隔為 2.5 分鐘 或其他規定值，但其值應為 2.5 分鐘之整數倍；在減壓過程中分 4 次減壓， 每次維持荷重值 1 小時，而本實驗由於記錄量測結果之時間上的限制，所以 採用之加載間隔為 30 分鐘。 由於標準加載之方式主要的優點是可量得可能產生的潛變，而依照前人對本實驗場 址的研究，判斷岩體之潛變影響不大，故本實驗為節省實驗之時間，在判斷不影響實驗 結果的情形下，採用快速加載之方式進行樁載重試驗。

3.3 量測儀器之設置

本實驗的量測儀器可分為傳統之測傾儀，用以量測周圍岩體之變形量；光纖光柵所 組成之量測系統，用以量測樁身以及周圍岩體之變形量；另外還包括 Load cell 以及 LVDT 測微計來量測加載之重量以及樁頂之沉陷量，茲將其簡述如下。

3.3.1 樁身變形量測設備

本實驗於量測樁身之變形上，採取量測外部亦即樁身沉陷量，以及樁身內部變形量 兩部份來量測。在量測樁身沉陷量方面，使用於樁頂架設 LVDT 的方法以量測樁頂之沉 陷量，如圖 3-8 所示，首先先在與樁相距約 2 公尺處設立固定點，再於其上架設橫撐， 利用磁鐵將 LVDT 吸附其上構成與反力系統分離之觀測系統；並於樁內放置一小口徑之 PVC 管，並在其中放置一支鋼筋，使其能與混凝土分離，以量測樁底岩體之變形量； 而樁體的應變量則同時使用應變規以及光纖光柵來量測，黏貼應變規及光纖光柵的方式 為在鋼筋上固定距離上，洗出一長約 30 公分之平台，以利兩者之黏貼，並在平台之前 後洗出溝槽，以保護傳輸線，其示意圖如圖 3-9 所示。

3.3.2 傳統測傾儀量測系統

本實驗在樁之周圍打入測傾管，在其中兩孔置入傳統測傾儀量測岩體之變形量，並 控制其與試驗樁之距離與放置 FBG-SD 之測傾管相等，以確保兩者在相同的影響範圍 內；測傾管的配置示意圖如圖 3-10 所示，其中有一對孔位(BH-1 與 BH-3)為對稱於試驗 樁呈 180°相對，一組為垂直地面之孔，而另一組則為與地面夾 60°之斜孔，傾斜之原因 為希望它通過樁之底部，以利計算試驗樁整體之沉陷量；另有一組鑽孔(BH-2)為與此二 組孔位連線夾九十度之垂直地面之孔，以做為對照之用；BH-1 與 BH-2 之長度為 6 米， 而 BH-3 之長度為 12m。 本實驗使用由傳統測傾儀所量得之結果作為正確值，其原因在於以下兩原因，其一 為因傳統測傾儀之精度可達 1/10000，足夠與本實驗之結果作比較；另外由於本實驗在 計算 FBG-SD 之讀數後，為獲得整個測傾管之變形量時，需要一固定點，意即需假設測 傾管的底部沒有位移量，並以此固定點來計算上部的變形。所以若使用傳統測傾儀之數 值時，因傳統測傾儀的量測原理為量測與重力方向之夾角，來換算成該量測點與垂直方 向的角度變化，並進一步計算出該點之位移，故當自測傾管底部開始計算位移量時，差 異值累積的問題較小。綜合上述兩個原因，故在本實驗中採取傳統測傾儀的量測結果為 正確之值，並以 50 公分一次之間距量測岩體之變形，而將 FBG-SD 所量得之值與其比 較。

3.3.3 光纖光柵量測系統

本研究在軟岩試體內安裝應變感應系統以量測基樁受力時，軟岩試體內應變量之分 佈情況，使用光纖光柵（Optic Fiber Bragg Grating，FBG）地層扭曲感應系統。其優點 為可連接多節感測器至同一量測之測傾管內，而 FBG 之優點除了因為使用光傳遞訊號 而不受電磁干擾之外，在同一光纖上可以同時安裝最多 100 點之應變量測點，因此可同

時記錄同一測線上之所有變形。本實驗在樁體之周圍打入共 7 支的測傾管，以利量測系 統的放置，其中兩孔為利用傳統之測傾儀來量測，而另外有三孔置入由光纖光柵所組成 之 FBG-SD，最後兩孔則是利用 BOTDR 同時量測岩層之變形，如圖 3-11 所示。本實驗 所使用之 FBG 訊號擷取系統可以每秒讀 100 次之速度同時監測 4 條光纖，因此可以滿 足試驗之需求。

0

0.1 0.2 0.3 0.4 0.5

P

_o

, MPa

20

15

10

5

0

D ep th , m

0

1

2

3

4

5

P

_y

, MPa

20

40

60

80

100

G

_ur

, MPa

B1

B2

B3

圖 3-2 傍壓儀試驗所得初始擴張壓力(Po)、降服壓力（Py）以及加壓解壓剪力模數（Gur）與深度之關係。

300mm

220mm

S2

S1

#5

#3@20cm

圖 3-3 (b) 樁身配筋平面示意圖

圖 3- 5 現地樁載重試驗設備配置示意圖

反力樁

反力樑

試驗樁

圖 3- 8 現地樁載重試驗儀器架設完成圖

LVDT 裝設位置

光纖傳輸線

油壓缸

圖 3-9 (a) 光纖黏貼在鋼筋上之示意圖

黏貼應變規及

光纖光柵

圖 3- 11 (b) 光纖直接黏貼於測傾管上之實體圖

光纖黏貼位置

第四章 試驗結果與討論

本實驗進行樁載重試驗時由油壓千斤頂施加載重，並由 Load Cell 讀取實際施加之 載重，現場試驗之架設如圖 4-1 所示。實驗過程之加載方式遵照 ASTM D1143-81 (Reproved 1994 )試驗規範之快速加載方式，每次載重之增量為樁設計載重之 10%，在 加載至約 50 噸時（491kN），模型樁出現明顯之沉限量過大及承載力無法提升的情形。 圖 4-2 敘述試樁加載之歷時曲線。樁頂所量得沉陷量對載重的曲線展示於圖 4-3。如試 驗數據所示，當載重增加至 491kN 時樁頂及樁周圍之岩體產生大量的裂痕(如

圖 4-

4)，而測微計此時之沉陷量約為 2.3mm。由於基樁明顯的在周圍軟弱岩石尚未達 到其極限成載值時即因混凝土強度不足的關係而破裂，所以無法完整的針對軟弱岩石內 基樁成載行為做一完整之分析。將樁體週圍之岩體挖開後樁體之粗糙度如圖 4-5 所示， 樁體之粗糙度相當光滑，依據 Pells et al. （1980）所提出之粗糙度的等級應屬於分類 R2。 表 4-1 是根據第二章所述之現有方法所估算試驗長地軟弱岩石內基樁之極限承 載值，計算之參數是依據林智惠(2004)所提出之實驗結果，軟岩的單壓強度



c設為 2MPa。所有估算之極限承載值都遠大於試驗場地基樁在斷裂前之加載值，因此可以架 設試驗基樁裝體之斷裂應遠在軟弱岩石達到其極限承載值之前。

4.1 樁內應變監測量測結果

樁內之應變量測數據分別為光纖光柵之讀數，以及利用應變規所量的之讀數，其結 果包括 S1 鋼筋上之值及 S2 之值，將結果表示如表 4-2 及表 4-3 所示。 由兩者的數據中可獲得以下結論： 1. 兩者所得到之數據其值雖然有差異，但其趨勢皆相同，亦即在到達極限承載後其壓 縮量皆大幅減少，其原因應為在到達極限載重後，樁內部產生破壞而使得主筋與混 凝土之握裹力喪失，因此主筋不再隨樁體一同被壓縮，因此產生反向的應變。而光 纖量測數據與應變規所得之數據有差異的原因可能因在黏貼光纖及應變規時由於 空間的限制，兩者無法準確的貼在同一水平高度上，因此產生應變的不同。 2. 在載重較小時，樁兩側的應變有相當大的不同，其原因應是因為在實驗中載重沒有 準確的加在樁的中心點，因此在加載較小時由於偏心的原因造成一邊應變量較大而 另一側則小了許多，甚至有被拉長的現象。 3. 光纖光柵比應變規所量之讀數要穩定許多，因此在後續之分析採用光纖光柵之結 果。 若由樁載重試驗中樁內鋼筋所得之應變乘以鋼筋混凝土之綜合楊氏模數即可推估 在監測點基樁所承受之應力，此應力再乘以基樁之橫斷面積即可估算基樁在此監測點所 承受之軸向力，將這些數據整合即可進一步求出樁身內部力傳遞（load transfer）之行為。

4.2 周圍岩體變形量測結果.

周圍岩體變形量測的結果可分成利用 FBG-SD 量測得到的結果，以及利用傳統測傾

儀量測的結果。而兩種方式所量測到的數據又分為三組，即圖 3-10 中所示之三個不同 方向的孔位(BH-1、BH-2 與 BH-3)，量測的數據如圖 4-6 至 4-8 所示，圖中正值代表走 向基樁的方向，負值則代表遠離基樁的方向。圖 4-6 至 4-8 顯示由 FBG-SD 監測系統所 量測到的變位，與傳統測傾儀所量得之結果在趨勢與數量上大致相同，表示本研究所製 作之 FBG-SD 監測系統是可以使用的。數據之所以有一些差異可能的原因包括： 1. 在現地裝設傾斜管時，由於鑽孔條件的限制，例如兩個不同的鑽孔位置無法完全相 鄰，再由於現地岩層的性質差異，造成即使是約略相對位置的兩孔，也可能量測到 不同的數據。 2. 由於在裝置傾斜管時其與岩體間的空隙中灌漿沒有非常確實，部份漿液可能流失到 岩體縫隙中。因此在試驗進行時會有晃動的情形產生，因此會造成兩者數據間的差 異。

表 4- 1 由經驗公式所得到樁之承載力

關係式 _{qp(MPa) Qt(kN)} Coates, 1967 3σc 6 426

Teng, 1962 8σc-5 11 777

Rowe & Armitage, 1987 2.7σc 5.4 383

qs(MPa) Qs(kN)

Rosenberg & Journeaux, 1976 0.375(σc)0.515 0.54 1527

Kenney, 1977 σcC1C2 *1 0.1 283

Horvath & Kenney, 1979

λ√σc *2

0.35 991 Rowe & Armitage, 1987 _0.45√σ

c 0.64 1811 *1 ：C1：光滑樁身為 0.1，C2：綜合折減係數設為 1 *2_{：λ：經驗因子設為 0.25} 表 4- 2 樁內鋼筋上應變計量測結果 鋼筋 S1 所得應變量測 0.75 1.5 2.25

196 -6.63E-06 -7.82E-06 -3.13E-06 294 -2.30E-05 -1.37E-05 -8.59E-06 392 -2.14E-05 -1.80E-05 -1.29E-05 491 -1.17E-05 -6.64E-06 -8.99E-06

鋼筋 S2 所得應變量測

0.75 1.5 2.25

196 7.79E-06 1.17E-05 1.95E-05 294 -3.89E-05 -9.77E-05 -7.40E-05 392 -1.05E-04 -1.21E-04 -1.17E-04 491 3.89E-05 -7.82E-05 1.40E-04

載重(kN) 載重(kN)

深度(m)

表 4- 3 樁內鋼筋上光纖光柵量測結果

鋼筋 S1 所得應變量測

0.75 1.5 2.25

196 -9.37E-06 -7.83E-06 -4.56E-06 294 -1.22E-05 -1.14E-05 -7.74E-06 392 -1.54E-05 -1.20E-05 -7.83E-06 491 -4.46E-06 -3.78E-06 -1.46E-06

鋼筋 S2 所得應變量測

0.75 1.5 2.25

196 -9.89E-06 -8.69E-06 -5.16E-06 294 -1.59E-05 -1.33E-05 -9.55E-06 392 -1.51E-05 -1.26E-05 -9.46E-06 491 -3.27E-06 -6.88E-07 -6.88E-07

載重(kN) 載重(kN)

深度(m)

表 4- 4 樁內承載力（kN）之分佈 根據 FBG 在鋼筋 S1 所得應變量測 0.75 1.5 2.25 196 145 121 70 294 189 177 120 392 238 186 121 491 - - -根據 FBG 在鋼筋 S2 所得應變量測 0.75 1.5 2.25 196 153 134 80 294 246 206 148 392 234 195 146 491 - - -載重(kN) 載重(kN) 深度(m) 深度(m)

0 2000 4000 6000 8000 Time, sec -200 0 200 400 600 L o ad , k N 圖 4-2 現地樁載重加載力與時間的關係

0 200 400 600 Load, kN -3 -2 -1 0 D is p la c e m e n t, m m 圖 4- 3 現地樁載重加載力與沉陷量的關係

0

-0.5

-1

-1.5

10

8

6

4

2

0

D

e

p

th

,

m

0

-0.5

-1

-1.5 0

-0.5

-1

-1.5

Displacement, mm

FBG-SD

Inclinometer

0

-0.5

-1

-1.5

196 kN

294 kN

392 kN

491 kN

圖 4-6 BH-1 孔內測傾管與 FBG-SD 量測變形結果之比較

0

-0.5

-1

-1.5

10

8

6

4

2

0

D ep th , m

0

-0.5

-1

-1.5 0

-0.5

-1

-1.5

Displacement, mm

FBG-SD

Inclinometer

0

-0.5

-1

-1.5

196 kN

294 kN

392 kN

491 kN

圖 4-7 BH-2 孔內測傾管與 FBG-SD 量測變形結果之比較