台湾西部海埔地预力混凝土基桩载重试验资料之分析.doc

51
中國土木水利工程學刊　第十二卷　第一期　(民國八十九年)
Journal of the Chinese Institute of Civil and Hydraulic Engineering, Vol. 12, No. 1, pp. 51–62, 2000

台灣西部海埔地預力混凝土基樁載重試驗資料之分析
陳正興1　　黃俊鴻2　　彭祖德3　　張龍騰4
關鍵詞： 預力混凝土樁、基樁試驗、垂直承載能力。
摘　　要
本研究之主要目的為針對台灣西部沿岸海埔地區之預力混凝土基樁試樁資料進行分析，以界定預力混凝土基樁之垂直承載行為。所蒐集之資料包括雲林麥寮、彰濱工業區以及高雄等地區海埔新生地的預力混凝土基樁試驗資料，包括壓力試驗與拉力試驗及相關土壤資料，經過篩選分類後，選取試驗位移大於樁徑之10% 以上之試驗資料，採用統計方法及迴歸分析，歸納出此地區預力混凝土樁的垂直承載與抗拉反應曲線之特性，以及承載力與土層性質的關係，建立圖表與關係式以供工程設計分析時參考使用。

ANALYSES FOR LOAD TEST DATA OF PC PILES
ON WEST-COAST RECLAIMED AREAS OF TAIWAN
Cheng-Hsing Chen Tzuu-Der Perng
Department of Civil Engineering
National Taiwan University
Taipei, Taiwan 10617, R.O.C.
Jin-Hung Hwang Long-Teng Chang
Department of Civil Engineering Diagnostic Engineering
National Central University Consultants Ltd.
Chung-li, Taiwan 32054, R.O.C. Taipei, Taiwan 114, R.O.C.
Key Words: PC pile, load test of pile, load capacity of pile.
ABSTRACT
The objective of this paper is to utilize the load test data of precast concrete piles to characterize the load-displacement relationship of piles. A total of 52 pile test data were collected from the reclaimed areas along the western coast of Taiwan, including the Industrial Park of Miliao, Chiabing and Kaohsiung. By using statistical and regressional analyses, the characteristics of vertical precast concrete piles subjected to compressional and tensile loads have been summarized. Based on them, some empirical formula, design charts and tables are presented herein for engineering applications.
1國立台灣大學土木工程學系教授
2國立中央大學土木工程學系副教授
3國立台灣大學土木工程學系研究生
4台安工程技術顧問公司總經理

陳正興、黃俊鴻、彭祖德、張龍騰：台灣西部海埔地預力混凝土基樁載重試驗資料之分析 63
一、前　言
近年來，台灣地區之經濟蓬勃發展，工業區土地供不應求，大型工業區都往沿海地區發展，以抽砂回填之方式填築海埔新生地作為工業區使用。這些回填之新生地由於土層疏鬆，欲作為工廠基地往往有承載力不足或沉陷量過大之問題，因此，常採用樁基礎作為承載方式。
在基樁的選擇上而言，因為海埔地遠離都市，打樁時震動及噪音的影響不大，且由於其施工快速，價錢經濟，故工業區多採用打擊樁作為樁基礎。目前國內最常使用的打擊式基樁為預力混凝土樁 (以下簡稱為PC樁)，在台灣濱海地區已構築相當數量之PC樁，並具有為數不少之基樁試驗資料，這些試驗資料均非常具有參考價值，本文將蒐集大量之現地試樁資料作統計分析，從中歸納出基樁受力之反應特性與設計參數，供未來工程設計之參考。
二、文獻回顧
在工程應用上，基樁的垂直承載力為最重要的課題，目前工程界用於估計基樁垂直承載力的方法很多，理論分析的變異性往往很大，而必須以現地樁載重試驗來確認其承載能力。基樁靜載重試驗一般可分為極限載重試驗及工作載重試驗；極限載重試驗係用以求取基樁於基地之極限承載能力為主要目的，須試驗至基樁之極限破壞狀態為止；而工作載重試驗則以驗證為目的，針對已構築完成之基樁進行載重試驗，以確定基樁承載力及施工品質是否符合設計需求。
2.1 極限承載力
就理論上而言，基樁的極限承載力應定義為樁體達到破壞狀態或樁周圍土壤達到臨界狀態的支承力。但通常由於試驗設備及經費之限制，實際上之試樁往往都未達到破壞狀態即停止試驗，因而無法直接量測出極限承載力，僅能由試樁所得荷載－沉陷曲線 (一般稱為P-S曲線，或稱試樁曲線) 利用各種詮釋法去推估其極限承載力。
回顧各種規範和文獻，在定義基樁之極限承載力時，並沒有統一的詮釋準則。已有的分析方法很多，目前國內較常使用的八種詮釋方法簡述如下 [1,2]：
1. Davission法：
由試樁曲線的原點作一彈性變形直線，將此直線平移 (3.8 + 8.3D) mm，定義該直線與試樁曲線之交點所對應的荷載為極限承載力。
2. De Beer法：
將荷載與沉陷關係曲線繪製於雙對數座標內，若試樁曲線呈兩段近似直線段，其交點定義為極限承載力。
3. S-Log P法：
將荷載與沉陷關係曲線繪製於半對數座標上，若試樁曲線在曲線末端有明顯的陡降直線段，取該直線段的起始點所對應的荷載為極限承載力。
4. Fuller & Hoy法：
於荷載－沉陷曲線上取斜率漸近於1.27mm/ton處所對應的荷載為極限承載力。
5. Building Code of Canada：
定義樁頂淨沉陷量為25.4mm時所對應的荷載為極限承載力。
6. Terzaghi法：
定義基樁沉陷量達到樁徑的10% 時所對應的荷載為極限承載力。
7. Van Der Veen法：
先假設一極限承載力Pu，然後利用各加載階段P計算出ln (1 – P / Pu) 之值，由其與沉陷量關係圖，取其中最接近直線時所採用的Pu為極限承載力。
8. Chin法：
將試樁曲線繪製於座標系中，以樁頂的沉陷量與荷載的比值為Y軸，樁頂沉陷量為X軸，則可得一近似的直線，此直線斜率的倒數為極限承載力。
2.2 降伏承載力
一般所謂的降伏承載力，是指基樁受荷載之沉陷開始進入以塑性變形為主之荷載，通常可由試樁曲線上勁度明顯變小之荷載定義之，但所試基樁之勁度有時呈漸變之型式，則很難定義其降伏點。常用於判斷降伏承載力的方法分述如下 [3]：
1. 最大曲率法
日本工程界慣用目視法定出試樁曲線上轉折最大或曲率最大之點，將其所對應的荷載稱之為降伏承載力。
2. log P-log S法
此法為日本各規範用於決定降伏承載力的基本方法，取log P-log S圖中前半段及後半段兩近似直線的交點所對應的荷載為降伏承載力。
3. S-log t法
針對每一荷載階段，繪製其沉陷與對數時間 (S-log t) 曲線，從S-log t曲線群中取出直線形狀下彎或是直線呈急折現象時的荷載為降伏承載力。但此法易受座標比例尺的影響或直線變化不明顯而定義出不同之降伏承載力，故在日本之試樁報告書中只用於決定降伏承載力的範圍。
4. P-DS / Dlog t法
此法是以S-log t法為基礎，以每條S-log t曲線的斜率 (DS / Dlog t) 與荷載P繪出關係曲線，取曲線轉折點所對應的荷載為降伏承載力。在使用時，若S-log t曲線不是直線，則很難決定斜率，同時各點之離散性亦相當大，連線時亦受人為因素之影響。
5. P-D2 K / DP2 法
此法係由沈和牛 [4] 所提出，先由試樁的P-S曲線求出每段折線的一階導數Ki = (DS / DP)i，再計算每級荷載下Ki的二階導數 (D2 K / DP2)i，定義P-D2 K / DP2圖中峰值所對應的荷載為降伏承載力。
三、樁載重試驗資料
台灣地區已有之試樁資料不計其數，包含了不同地區之各種不同型式之基樁，若欲從事歸納分析，首先必須選取適當之樣本空間。本文之研究對象選為台灣西部沿岸海埔地所施築之預力混凝土基樁，大量蒐集此地區之基樁試驗資料，經篩選分類後選取恰當之樣本空間供分析使用。
由於一般工程之試樁大多只是工作載重試驗，試驗後之基樁仍須保留作為基礎使用，通常試驗只加載到容許荷載的1.5 ~ 2倍即停止加載，故在大部分之情況均未達到極限破壞狀態，缺乏大位移狀態下之承載曲線，無法完整描述樁之垂直承載行為。故雖然目前已有之試樁資料甚多，但若以此來分析樁之垂直極限承載行為，仍難避免假設性之推估，無法真正掌握所謂的極限承載力。
有鑑於此，本研究在挑選樣本空間方面，嘗試以試驗達破壞荷載之試樁資料為研究範圍，在選擇樣本時，以試樁總沉陷量超過0.1D (樁徑) 的樣本為最低的下限要求，以下簡稱0.1D試樁資料。總沉陷量達0.1D為Terzaghi [5] 定義極限荷重的準則，同時亦為日本道路協會 [6] 所採用，本分析以此作為樣本空間之篩選標準將具有足夠之代表性。
截至目前為止，本研究所蒐集到的0.1D試樁資料共有52根PC樁試驗資料，其中包含41根壓力樁試驗，11根拉力樁試驗。所有試樁資料及其編號簡列於表1中，試樁地點包含雲林麥寮地區、彰化彰濱工業區秀傳醫院、高雄林園、大林浦以及永安鄉等區域，均為西部沿海地區之海埔新生地。就基樁幾何特性而言，所有基樁均為預鑄之預力混凝土樁，樁徑在0.3m ~ 0.6m之間，樁長則介於9m至30m之間，以打擊方式打入地盤中。壓力樁載重試驗所依據之規範為ASTM D1143-81，拉力樁試驗規範則為ASTM D3689-83，至於載重之加載方式，除彰濱工業區之試驗採用循環加載之方式外，其餘之試驗均採用快速加載法。
在地質資料方面，本研究同時蒐集試樁附近區域的土層鑽孔資料、土壤指數性質以及強度等土壤基本參數，以供相關性研究之用。
1. 雲林麥寮地區試樁資料
台塑關係企業於雲林麥寮鄉海埔新生地興建六輕石化工業區，基地由抽取海砂回填而成，並進行地盤改良作業，以增進其壓實度。區內興建的廠房中，很多採用預力混凝土樁作為基礎型式，本研究所選取之0.1D試樁資料中，大部份均位於此工業區內，共有29根壓力樁及10根拉力樁試驗資料，編號分別為ML1 ~ 31及MLT1 ~ 11 [7]。
在地質概況方面，富國公司 [8] 曾綜合整理本基地現場鑽孔及室內試驗資料，將地表下60m內之土層大致分成七個層次，其分布情形如表2所示。
2. 彰濱工業區試樁資料
秀傳紀念醫院彰濱分院位於彰濱工業區之鹿港區公共事業用地內，為興建秀傳紀念醫院之用，在基地內進行了3組樁徑為60cm之PC基樁載重試驗，編號為CB1、CB2與CB3，基樁長度分別為30m、26m及24m [9]。
本基地原為低漥之海埔地，以抽砂填土造地而成，填土料取自隔離水道及外海，主要為粉土質細砂 (SM，SM-SP)，填土厚約3m ~ 6m，SPT-N值為6 ~ 20，剪力強度為C¢ = 0，f¢ = 24° ~ 30°；原地層為年輕的沖積層及新生地，在深度6m ~ 36m間，主要為粉土質細砂 (SM)，夾雜沉泥質黏土或黏土質粉土，SPT-N值約為11 ~ 38，剪力強度C¢ = 0，f¢ = 34° ~ 36°。
3. 高雄大林浦試樁資料
中國石油公司CPLIII廠位於高雄大林浦地區，廠房基礎採用打擊式PC群樁作為基礎型式。為了解本基地基樁承載行為，進行很多試樁，本研究選取其中3組沉陷量大於0.1D之試樁資料，編號分別為DL1、DL2與DL3 [10]。
地質概況方面，本基地有進行標準貫入試驗以及圓錐貫入試驗，區內土層變化不大，可大致簡化成三層，上層多為粉土質黏土層 (CL)，深度從地表至8m範圍，N值介於3 ~ 8之間；其下為粉土質細砂層 (SM)，並夾雜有薄層的黏土層，深度為8m ~ 25m，N值則介於10 ~ 20之間；最下層則為粉土質細砂層 (SM)，N值隨深度增加。
4. 高雄永安鄉試樁資料
興達電廠座落於高雄縣永安鄉海邊，興達漁港之南邊，此基地原為臨海養魚場，為建場所需，於民國67年間抽取海砂回填形成海埔新生地，填砂厚度隨原有地表的起伏而有變化，厚度由2m至5m不等，本研究蒐集了此地區2組沉陷量大於0.1D之PC樁試樁資料，編號分別為SD1與SD2。
本基地地質變化不大，大致為砂層與黏土層之互層 [11]，可簡化歸納為三大層，上層覆土為由海砂浚填而成的疏鬆粉土質砂層 (SM)，N值介於3 ~ 16之間；其下為一厚達13 ~ 16m粉土質黏土層 (CL)，參雜部分有機物，屬極軟弱土層，其液性限度約為43%，塑性限度約為23%，其自然含水量很高；最下一層至50m深度則為粉土質砂層 (SM-ML)，屬中等緊密到緊密，N值隨深度增加，大約介於20 ~ 80之間。
5. 高雄林園工業區試樁資料
高雄縣林園工業區內600MT/D空氣分離廠之廠房基礎採用PC群樁作為基礎。本研究選取其中四組靜載重壓力試驗以及一組拉力試驗，編號分別為LY1 ~ 4與LYT1。
在地質概況方面，由土層鑽孔資料結果發現，本基地地質變化不大，大致分成五大層，如表3所列 [12]。
四、壓力樁垂直承載力分析
試驗基樁之垂直承載力通常係由樁頂之荷載－沉陷曲線來定義 (一般稱為P-S曲線，對壓力樁而言，本研究特稱為Q-S曲線)。本研究將所蒐集到雲林麥寮地區、彰化秀傳醫院基地以及高雄等地區PC樁之荷載－沉陷曲線分別繪製在圖1、圖2與圖3中，由圖中可看出各樁受垂直力作用的反應行為。就整體上看來，所蒐集各樁之試樁曲線在試驗荷載之最後階段均已成水平或相當接近於水平狀態，顯示其勁度已銳減到非常小的地步，基樁因而產生大量沉陷，實際上已無法承受更多的荷重，可謂已達到極限荷載狀態。

表1 預力混凝土試驗樁基本資料
樁編號
試樁地區
資料來源
載重方式
樁長 (m)
樁徑 (mm)
長徑比
最大載重 (ton)
最大位移 (mm)
S/D (%)
殘餘位移 (mm)
ML1
雲林麥寮
台安
壓力
27
600
45
517
61.25
10.21
49.34
ML2
雲林麥寮
台安
壓力
25
600
42
430
90.74
15.12
80.67
ML3
雲林麥寮
台安
壓力
25
500
50
400
51.08
10.22
38.12
ML5
雲林麥寮
台安
壓力
30
600
50
55
111.80
18.63

ML6
雲林麥寮
台安
壓力
12
500
24
290
77.11
15.42
71.62
ML7
雲林麥寮
台安
壓力
9
500
18
161
76.67
15.33
73.41
ML8
雲林麥寮
台安
壓力
9
500
18
185
76.30
15.26
72.58
ML9
雲林麥寮
台安
壓力
14
500
28
350
76.06
15.21
70.63
ML10
雲林麥寮
台安
壓力
14
500
28
380
76.08
15.22
69.19
ML11
雲林麥寮
台安
壓力
25
600
42
560
59.77
9.96
40.25
ML12
雲林麥寮
台安
壓力
25
600
42
580
83.48
13.91
63.18
ML13
雲林麥寮
台安
壓力
27
500
54
468
51.05
10.21
33.26
ML14
雲林麥寮
台安
壓力
25
500
50
418
50.52
10.10
33.75
ML15
雲林麥寮
台安
壓力
23
500
46
455
76.26
15.25
60.37
ML16
雲林麥寮
台安
壓力
27
500
54
348
50.31
10.06
38.74
ML17
雲林麥寮
台安
壓力
16
600
27
192
57.22
9.54
51.40
ML18
雲林麥寮
台安
壓力
20
600
33
247
45.08
7.51
41.93
ML19
雲林麥寮
台安
壓力
23
500
46
399
51.69
10.34
39.31
ML20
雲林麥寮
台安
壓力
23
500
46
340
77.20
15.44
65.20
ML21
雲林麥寮
台安
壓力
25
500
50
440
76.33
15.27
66.31
ML22
雲林麥寮
台安
壓力
23
500
46
380
78.30
15.66
66.01
ML23
雲林麥寮
台安
壓力
23
500
46
405
79.97
15.99
67.42
ML24
雲林麥寮
台安
壓力
27
600
45
580
87.47
14.58
76.66
ML26
雲林麥寮
台安
壓力
25
600
42
355
90.57
15.10
82.17
ML27
雲林麥寮
台安
壓力
27
600
45
575
91.76
15.29
61.94
ML28
雲林麥寮
台安
壓力
12
500
24
226
50.91
10.18
46.13
ML29
雲林麥寮
台安
壓力
23
400
58
210
42.60
10.65
34.19
ML30
雲林麥寮
台安
壓力
23
500
46
264
51.08
10.22
42.11
ML31
雲林麥寮
台安
壓力
11
500
22
220
75.58
15.12
70.20
LY1
高雄林園
中華
壓力
16
400
40
50
96.96
24.24
93.01
LY2
高雄林園
中華
壓力
20
400
50
74
81.32
20.33
78.34
LY3
高雄林園
中華
壓力
30
600
50
660
75.48
12.58
56.10
LY4
高雄林園
中華
壓力
27
600
45
465
76.92
12.82
55.30
DL1
高雄大林浦
台安
壓力
22
300
73
240
47.80
15.93
–
DL2
高雄大林浦
台安
壓力
22
400
55
266
62.02
15.51
–
DL3
高雄大林浦
台安
壓力
22
500
44
365
75.23
15.05
–
CB1
彰濱秀傳
中興
壓力
25
600
42
620
70.43
11.74
62.40
CB2
彰濱秀傳
中興
壓力
23
500
46
344
78.52
15.70
51.06
CB3
彰濱秀傳
中興
壓力
23
500
46
265
75.26
15.05
71.42
SD1
高雄永安
中興
壓力
34
600
57
640
88.01
14.67
–
SD2
高雄永安
中興
壓力
34
600
57
500
92.02
15.34
–
MLT1
雲林麥寮
台安
拉力
25
500
50
170
50.28
10.06
21.28
MLT2
雲林麥寮
台安
拉力
27
500
54
200
43.40
8.68
16.44
MLT3
雲林麥寮
台安
拉力
23
500
46
130
30.80
6.16
10.86
MLT4
雲林麥寮
台安
拉力
23
400
58
65
43.05
10.76
14.85
MLT5
雲林麥寮
台安
拉力
12
500
24
110
75.15
15.03
68.94
MLT6
雲林麥寮
台安
拉力
23
500
46
165
75.46
15.09
71.05
MLT7
雲林麥寮
台安
拉力
23
500
46
162
50.22
10.04
–
MLT8
雲林麥寮
台安
拉力
25
500
50
195
76.06
15.21
–
MLT9
雲林麥寮
台安
拉力
12
500
24
119
40.70
8.14
–
MLT11
雲林麥寮
台安
拉力
11
500
22
195
80.90
16.18
–
LYT1
高雄林園
中華
拉力
20
600
33
160
70.83
11.81
67.66

表2 雲林麥寮地區地層簡化剖面
土壤層次
深度 (地表面下)
SPT-N值分佈
C (t/m2)
f (deg)
C¢ (t/m2)
f¢ (deg)
粉土質砂層 (SM)
0m ~ 8m
13 ~ 27

0
36
粉土質細砂 (SM)
8m ~ 17.5m
18 ~ 33

0
31 ~ 40
細砂質粉土 (ML)
17.5m ~ 22m
4 ~ 18
1.79
23
0
33
粉土質細砂 (SM)
22m ~ 38m
12 ~ 33
6.54
28
0
28 ~ 37
粉土質黏土 (CL)
38m ~ 40m
13

粉土質細砂 (SM)
40m ~ 55m
24 ~ 50

黏土質粉土 (ML)
55m ~ 60m
20 ~ 33

表3 高雄林園地區地層簡化剖面
土壤層次
深度 (地表面下)
SPT-N值分佈
C (t/m2)
f (deg)
Su (t/m2)
粉土質細砂 (SM-SP)
0m ~ 15m
5 ~ 10
0
28

粉土質細砂 (SM)
15m ~ 22m
9 ~ 12
0
28

粉土質黏土 (CL)
22m ~ 30m
6 ~ 9
0
29

粉土質黏土 (CL)
30m ~ 42m
10

4
粉土質砂 (SM)
42m ~ 50m
17
0
30

上述的試樁曲線為一相當典型之P-S曲線，曲線特性與大陸學者沈保漢 [13] 所定義的第一類基樁 (摩擦樁) 具有相同的特性，即 “P-S曲線末段呈現豎向的陡降段，此時樁身摩擦力已完全被發揮出來，樁頂荷載由樁身摩擦阻力支承，樁端阻力不起作用”。據此，沈進一步提出S-Log P法以分離出樁身摩擦阻力與樁端阻力，其法如圖4所示，係在S-Log P座標圖上繪出試樁曲線末端之近似直線，將其延伸與Log P軸相交的截距定為樁身極限摩擦阻力，剩餘的部份則定為樁端極限承載力。同時，對於任一荷載狀況，可在S-Log P曲線上通過該荷載點作一平行於曲線末段直線段的直線，其與Log P軸相交之截距即為該荷載時的樁身摩擦阻力，剩餘部份則為樁端阻力。沈曾蒐集大陸地區四百餘根樁之資料，利用S-Log P法估計其樁身摩擦力並與實測試驗值作比較，顯示效果相當良好 [13]。
本研究利用S-Log P法對M16之樁載重曲線進行分析，並與樁身鋼筋計之讀值作比較，結果如圖5所示，顯示該樁之垂直承載力大部分由樁身摩擦力所提供，而樁端阻力則發展很慢，於最大試驗荷載時仍只佔10% 左右，因此本樁屬於典型之摩擦樁。同樣利用S-Log P法針對其

圖1 雲林麥寮地區基樁樁載重試驗曲線圖
它各壓力樁試驗資料進行分析，所得結果列於表4中最後一欄，顯示各樁的樁端阻力均甚小，平均約佔各樁樁頂總荷載之7% 左右，最大亦只有18% 而已，因此本研究所蒐集之試驗基樁均可歸類為摩擦樁。

圖2 彰化秀傳地區基樁樁載重試驗曲線圖

圖3 高雄地區基樁樁載重試驗曲線圖

圖4 以S-LogP法分離樁身阻抗與樁尖阻抗圖

圖5 ML16試樁之荷載－沉陷圖
表4 壓力試驗樁之極限承載力評估結果
Pile No.
Terzaghi
Davission
Fuller
& Hoy
Van der
Veen
De Beer
Chin
Canada Code
S-log P
Qu
Qs
Qs / Qu
ML1
517
490
509
531
450
–
–
509
504.0
0.97
ML2
425
415
415
438
415
459
430
415
412.0
0.97
ML3
400
372
385
430
370
461
430
370
359.5
0.90
ML6
285
280
280
303
280
303
285
280
278.1
0.98
ML7
151
147
150
160
145
162
150
145
144.2
0.96
ML8
181
175
175
192
170
191
180
180
175.0
0.97
ML9
336
314
325
348
325
370
338
325
319.5
0.94
ML10
374
345
360
365
300
400
370
360
354.5
0.95
ML11
560
507
540
575
475
765
550
540
522.0
0.93
ML12
586
540
580
597
–
600
584
580
569.7
0.97
ML13
468
389
418
445
402
551
445
418
395.3
0.85
ML14
418
370
418
410
350
551
409
368
343.5
0.82
ML15
437
410
430
423
410
519
422
440
408.1
0.93
ML16
348
319
319
346
300
495
338
319
309.2
0.89
ML17
315
254
334
312
314
367
309
314
300.3
0.95
ML18
258
227
256
243
215
281
245
256
248.5
0.96
ML19
399
367
391
382
375
466
383
375
360.1
0.90
ML20
340
274
300
327
290
372
310
300
286.9
0.84
ML21
432
420
420
426
420
473
430
420
414.5
0.96
ML22
367
352
360
392
360
411
370
360
354.9
0.97
ML23
400
345
395
405
400
454
385
400
397.8
0.99
ML24
571
542
560
581
560
636
570
560
554.5
0.97
ML25
350
338
340
400
340
380
350
–
–
–
ML26
350
350
350
356
350
372
355
350
348.8
1.00
ML27
570
542
560
585
560
616
564
560
553.6
0.97
ML28
226
206
206
223
205
241
215
206
203.0
0.90
ML29
208
192
195
204
193
237
204
195
186.6
0.90
ML30
264
240
260
253
225
240
254
240
230.5
0.87
ML31
215
193
205
210
190
231
210
210
204.2
0.95
DL1
235
215
235
245
230
306
235
230
177.1
0.92
DL2
261
253
252
270
252
291
261
252
235.3
0.95
DL3
360
337
360
390
350
397
370
350
48.9
0.98
LY1
192
163
176
187
–
204
186
184
67.7
0.95
LY2
247
220
230
247
240
287
245
240
473.1
0.84
LY3
50
49
–
49
49
51
48
49
372.0
0.83
LY4
71
71
–
71
70
76
70
71
555.2
0.92
CB1
562
480
500
–
500
733
530
500
227.6
0.97
CB2
450
395
390
470
390
529
420
390
248.3
0.95
CB3
605
520
580
615
575
707
585
580
357.3
0.99
SD1
620
540
580
460
460
565
470
600
564.6
0.91
SD2
485
420
460
610
–
752
600
480
458.8
0.95

4.1 極限承載力
由試樁曲線決定基樁極限承載力之詮釋法很多，本研究擬採用2.1節中所述國內常用之八種詮釋方法來決定所蒐集試驗基樁之極限承載力，分析比較各法所定極限承載力之大小，以檢討各法之適用性。
今取一典型的Q-S曲線如圖6所示，該圖為本研究資料庫中之M16試樁，分別利用上述各方法求出其極限承載力，各方法相關位置如圖中所示，可知各法所定義極限承載力在試樁曲線中之位置差異很大。對本例而言，圖中1、2、3與4法所定義之極限承載力位於Q-S曲線產生較明顯轉折附近，所對應之樁頂沉陷約在0.03倍樁徑左右；圖中5、6與7法所定義之極限承載力則略高於上述四法，惟其所對應的樁頂沉陷量則約在0.08 ~ 0.1倍樁徑之間，至於圖中8法所定義之極限承載力則位於沉陷量無窮大時之荷載，明顯高於其他各法。
今針對資料庫中所有曲線，根據上述各種方法分別評估各樁的極限承載力，所得結果列於表4中。為進一步了解各詮釋法所得結果之差異性，今將各樁利用不同分析方法之結果分別對Terzaghi法之結果作正規化，以其比值作統計分析，各法比值之平均值與標準差如表5所示，結果顯示：以Davission和De Beer法評估所得的極限承載力為最小，而S-Log P法、Fuller & Hoy法、Canada Code、Terzaghi法與Vander Veen法次之，而以Chin法評估所得的極限承載力為最大。就各詮釋法與Terzaghi法比值之變異性來看，以Chin法所定義之極限承載力為曲線之外插值，其標準差最大，約為0.12，其餘各法之標準差大約在0.04 ~ 0.07之間，變異性較小。
上述各評估準則中，Terzaghi法是屬於經驗性的法則，此乃基於樁頂沉陷量達到樁徑的10% 時，樁身摩擦力早已發揮到極限的狀態，就連樁底土壤的承載力都可能已經發展到或相當接近極限狀態，因此以Terzaghi法來定義基樁的極限承載力應相當接近於實際的臨界承載力。此法不僅考慮極限承載力隨樁徑增大而變大的趨勢，而且此法相當簡單，容易記憶，使用時具有一致性和重複性，完全不受試樁曲線座標尺寸改變的影響，相當實用，所以本研究以下將直接採用Terzaghi評估法之結果視為基樁之極限承載力，結果示於表6中，以Qu表示之。
4.2 降伏承載力
在描述單樁之垂直承載行為時，除了採用極限承載力外，一般還採用降伏承載力的觀念來描述其承載能力。主要係因降伏承載力有其本身的物理意義，可以當作土壤開
始進入以塑性變形為主的臨界點，對工程實務而言，更具應用價值。此外，現今不少試樁往往未加載到極限承載力就停止試驗，對大口徑的樁更是如此，因此據其直接定義降伏承載力反而比較恰當。
今選用一試樁資料，利用2.2節中所述五種方法分別判定其降伏承載力，繪製於圖7中。由圖中可看出各詮釋降伏承載力方法在試樁曲線上的相關位置。圖中1、2及4法所定出之降伏點位於線上之最大轉折點處，而3與5法雖較複雜，但由其所定之降伏點都落於最大轉折後之直線上，其代表性顯然不若前述三法。據此，本研究決定在上述五種方法中，選用最大曲率法作為判斷降伏承載力的標準，主要係因摩擦樁之P-S曲線具有明顯的轉折點，應用時簡單明確，不像其他方法具有高度的不確定性。
針對本研究所蒐集之41根壓力樁試驗資料，利用目視法分別定出各樁之降伏承載力 (Qy)，及其所對應之降伏沉陷量 (Sy)，結果列於表6中。若將各壓力樁之Qu與Qy比較，可發現兩者具有高度的正相關性，如圖8所示，Qy約為Qu的0.9377倍，R2值高達0.9845，相關性非常良好，顯示出本研究大部分樁之降伏承