坡地社區安全工法及防災預警系統之研究(一)子計劃二：以地錨工法及加勁工法運用於山坡地住宅社區護坡工程之檢討

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(1)第一章緒論第一節研究計畫緣起台灣總面積約 360 萬公頃，其中平地僅佔 26%，山坡地及林地佔 74%。而四分之一的平地主要分佈於西南部，北部、中部及東部之平地面積相當有限，卻是台灣都市與農業發展的精華地區。四分之三的山坡地卻經常因自然與人為的破壞，造成嚴重的崩塌與土石流，而威脅鄰近坡地的社區居住安全。內政部建築研究所乃針於坡地住宅地區之安危進行研究，期望藉研究成果之執行或宣導，減少因坡地災害而致之生命財產損失。所擬訂之研究名稱為「坡地社區安全工法及防災預警系統之研究(一)」，包括下列兩項子計畫： (1)坡地住宅地區防災預警及通報系統之研究 (2)以地錨工法及加勁工法運用於山坡地住宅社區護坡工程之檢討第一子計畫乃針對山坡地住宅地區災害預警及通報系統之設置進行細部研究，另有成果報告此處不再贅言。本研究計畫即第二子計畫，乃針對地錨與加勁擋土工法於山坡地住宅社區之運用進行檢討。其緣起於九十年度山坡地住宅社區安全檢查督導業務各地方政府(台中市政府)建議事項：「建請明訂地錨工法及加勁網格工法等非使用永久性材料之施工法應依建築技術規則新材料工法審議認可或明確訂定其他施用於坡地時之安全係數後始得採用」辦理。本報告書則係依據內政部建築研究所委託研究計晝契約書第參條之規定提出期末成果報告，送請審議。. 1.

(2) 第二節計畫目的坡地社區之護坡工程採用地錨工法由來已久且十分普及。惟因使用之地點常位於高大挖方擋土邊坡處，若設計或施工狀況不良往往引致大小規模不等之坡地災害。若不幸位於坡地住宅上方，則災變發生易造成人員傷亡及財產損失，典型案例如民國 86 年林肯大郡社區死亡 28 人之災變，即屬地錨設計及施工不良。因此，對於地錨工法應用於坡地社區之適用範圍、破壞機制、防蝕處理、安全係數及施工管理等事項應予調查研究並擬定規範。此外，加勁擋土結構(如加勁牆、加勁邊坡、加勁路堤等)近年來在坡地社區亦快速發展。雖然大部份案例頗為成功，但因其坡面高度日益增加(達三、四十公尺)，常超限使用而致發生三芝(李咸亨，2000)、五股 (李咸亨，2000)、暨南大學校門口(堅尼士工程顧問有限公司，2001)等災變。加勁結構之回填料由於常採用現地土壤(多為黏土)，設計圖說亦常由材料廠商提供，設計之工程師是否充分瞭解其破壞機制與原理令人質疑，故本計畫亦將加勁擋土結構應用於坡地所需之相關規範併同擬定。. 2.

(3) 第三節計畫內容本研究計畫包括兩大課題，分別為：『坡地社區採用地錨工法及加勁工法範圍研擬』及『地錨工法及加勁工法相關規範擬定』。在工法適用範圍研擬部份，經由工法損害及受災案例之收集，並探討損壞或災變原因，歸納發生不當設計、施工或維護管理之可能性。同時根據此項歸納分析，進一步檢討其破壞模式及一般規範之規定是否有修訂或補充之必要，及工法的適用範圍是否應予限制。在工法相關規範之擬定部份，國內對於地錨工法及加勁工法之設計與施工規則之研究已有相當的成果，如「地錨設計與施工準則暨解說」 (圖 3.1)、「加勁擋土結構設計及施工手冊」(圖 3.2)等已為工程界所普遍採用。因此有關規範之擬定，本計畫將以該兩份出版品為藍本，就前述損壞或災變案例所歸納之破壞原因研究現行通用之設計安全係數之要求及施工管理規範之合理性。同時由於地錨工法及加勁工法之施工方法與材料發展日新月異，監造及審查作業莫衷一是。因此本計畫亦就新材料與工法之審議認可制度提出構想。有關地錨工法及加勁材料之施工檢驗已發展至於成熟，然而其安全性並非就此確保。已存在之地錨設施及加勁擋土牆之安全性仍可能隨地層或材料之潛變而降低，因此本計畫亦就使用中之地錨設施及加勁擋土牆之安全性檢驗方法進行可行性之研究。. 3.

(4) 第二章坡地社區採用地錨工法及加勁工法範圍研擬第一節地錨工法及加勁工法損害及受災案例收集地錨工法及加勁工法運用於邊坡及擋土牆之安全穩定已有相當的普及性，其規劃設計與施工技術之發展亦有相當的成果。然而，近年來仍有許多地錨工法及加勁工法失敗案例的發生。在地錨工法的失敗案例方面，最受矚目者莫過於民國 86 年汐止林肯大郡災變(圖 2.1)；在加勁工法的失敗案例方面，則以民國 88 年 921 大地震造成國立暨南大學加勁邊坡崩塌災害規模最大(圖 2.2)。. 圖 2.1 汐止林肯大郡災變 (摘自地工技術雜誌 68 期). 圖 2.2. 國立暨南大學加勁邊坡崩塌災害. 2.1.1 台灣地錨工法之特色與失敗案例民國 86 年 8 月 18 日溫妮颱風過境，豪雨集中，汐止林肯大郡社區邊坡地錨格樑毀壞，順向邊坡下滑衝入建築物，造成 28 人罹難、80 戶住宅倒塌的慘劇。此一災變除了突顯出坡地社區的安全性問題，各界亦開始注意地錨工法運用於社區邊坡的適用性課題。根據台北市土木技師公會所作的災變原因鑑定報告以及臺灣科技大學營建工程系陳堯中等四位教授對該次災變之調查(地工技術 68 期)，主要災變原因為：1.順向坡開挖、坡腳遭砍除，颱風所帶來大量雨水入滲導致岩體下滑力增加； 2.鑽探報告與實際地質狀況不符； 3.包括地 4.

(5) 錨等擋土護坡設計均未考慮地下水之影響及作用；4.部份地錨因夾片之材質不良和銹蝕問題，無法提供設計要求之拉力； 5.實際施作之地錨數量較設計數量少 14.7%。類似的順向坡滑動、擋土牆崩塌之災變尚有基隆市環山立德路段的「健康博市」工地邊坡如圖 2.3。民國 87 年 8 月 17 日晚間 6 時 30 分許，「健康博市」工地順向坡面突滑動，最上方的一片高十餘公尺、寬三十餘公尺的擋土牆崩塌，通往立德路環山道路下方陷落，面積約近千. 圖 2.3 基隆健康博市工地邊坡坍塌（摘自工研院能資所網站）. 《中時晚報》1998.08.18. ＜基市工地坍陷＞住戶：地錨飛入臥室. 差點喪命. 【潘立明基隆報導】基市深澳坑「健康博市」工地坡地及環山立德路段倒塌案，範圍近一公頃，除了四戶受災嚴重，附近三個社區安全堪虞，不幸中的大幸是，僅二名小孩輕傷。市府緊急成立災害處理組，十八日上午召開受災戶協調會，場面火爆。位於該工地二百公尺外的「發樓」社區住戶賴意繡指出，一根地錨飛入臥室，險些喪命。. 5.

(6) 坪，坡崁多處龜裂，大量的土石向下方移動，導致四戶民宅後院遭受掩埋。根據報載「健康博市」工地災變亦為順向坡滑動，事故主因在業者，沒有清楚的調查週遭環境，忽略工地後方山坡部份係棄土回填的軟弱地層。建設公司規劃該案時，只在基地內鑽探，因此所設計之排樁和地錨強度無法抵擋順向滑落的土石的衝擊。災變事故發生前，民眾即發現坡崁有龜裂滲水及掏空現象，事故當日上午有零星的土石持續崩落，民眾亦緊急連絡建商回填土方，無奈晚間依然發生塌陷，造成民眾受傷。由於該事故發生地錨飛入民宅之情事，也令人質疑地錨工法應用於山坡地社區護坡工程之適宜性。除上述屬於社區邊坡之災變事故外，地錨失敗案例尚有北二高新竹-關西段地錨格樑損害(圖 2.4)及暨南大學校門口之邊坡破壞。北二高邊坡位於南下路段 sta.15K+350，地質狀況為頁岩，亦為順向坡開挖。邊坡高度約為. 圖 2.4 北二高新竹-關西段地錨格樑損害. 15m，坡度約為 45 度，坡面以地. 錨及十字格樑穩定邊坡。於 90 年 9 月納莉颱風過境時，大量降雨，該邊坡之排水設施不足以有效宣洩逕流，且邊坡內未設置水平排水管，以致於降雨逕流入滲邊坡後造成邊坡災害。暨大邊坡則係在九二一大地震時因錨頭脫落而引致破壞。地錨的失敗案例不僅見於大規模的地滑事故中，經常性的工地檢驗中也常見有不合格或失敗的情形，本研究計劃亦獲專業廠商協助提供 11 件地錨檢測試拉失敗的案例，案例提及之工地分佈臺灣各地。此外，內政部建築研究所「山坡地社區開發邊坡穩定工法技術現況調查與分析」研究計畫為調查坡地社區所採用之邊坡穩定工法現況收集 42 件案例，其中採用錨碇措施擋土或護坡但仍有安全之虞者亦有 8 件，可供本研究計劃參考。 6.

(7) 2.1.2 台灣加勁擋土結構之特色與失敗案例民國 88 年 9 月 21 日發生地震規模 7.3 的集集大地震，這一震震出了台灣工程界的許多問題。其中，國立暨南大學加勁邊坡崩塌下滑，阻斷邊坡下方道路，雖未造成人員傷亡，但國內對於加勁邊坡之規劃、設計與施工等相關安全議題，再次成為討論與重視的焦點。台灣加勁擋土結構與世界其他各地之加勁擋土結構相較，有下列地域性之特色： (1) 結構形式方面：以多階的加勁邊坡之形式最常見，且多應用於山坡地，約佔全部加勁結構之三分之二以上。國外較流行的垂直加勁擋土牆反而不多見，係因台灣的加勁結構多較高，不適合垂直設置。此外，近年來應用於垃圾掩埋場及公路加勁路堤亦漸流行。至於加勁橋台與加勁隧道洞口則偶一見之。近年來在美、日等國漸趨流行的加勁橋墩(Reinforced Piers)案例，則尚未出現。台灣近年來加勁擋土結構之應用領域見表 2.1。表 2.1. 台灣近年來加勁擋土結構之應用領域. 應用領域. 特. 點. 山坡地工程加勁邊坡. 高度達三、四十公尺，分階設計施工多採用回包式加勁格網，植生良好回填材料就地取材常由非專業的加勁材料廠商提供設計，造成若干災變. 加勁式棄土場及垃圾掩埋場. 做為垃圾掩埋場、棄土場廢碴堆置場之加勁邊坡、路堤或擋土牆常位於凹谷，排水問題頗重要八十七年曾發生三芝及五股掩埋場災變，死傷多人. 7.

(8) 景觀擋土牆. 高度較矮(2 10m) 多採用 Keystone 或類似預鑄混凝土面版多由材料廠商提供設計. 加勁橋台. 曾在佳山計劃、南二高、北宜高使用. 隧道洞口. 曾在台北市內湖民權隧道洞口使用. (2) 高度方面：擋土結構之高度以 5~15m 居多，超過 30m 以上的案例亦為數不少。歐美等國的加勁擋土結構多不超過 15m，例如美國西雅圖市頗為著名的地工織布加勁牆僅 12.6m (Allen et al, 1991)，而英國迄今最高的地工合成物加牆僅 13m 而已。台灣歷年來高度超過 30m 以上的加勁邊坡，84 年前以中興新村附近的內轆某社區山坡地加勁邊坡高達 35m 為最高(黃偉盛等，1993)。該加勁邊坡距車籠埔斷層僅數百公尺，九二一大地震時位於斷層帶的中興新村高爾夫球場損失嚴重，該加勁邊坡卻似毫無損傷，因此可見經適當規劃設計的加勁結構經得起大地震之考驗。近年來高度超過 30m 以上的加勁邊坡包括：宜蘭礁溪佛光大學(約 32m) 基隆市壯觀台北社區(約 35m) 嘉義民雄南華大學(約 36m) 南港某軍事基地(約 38m) 八里垃圾掩埋場(約 45m) (3) 加勁材料方面：以加勁格網(Geogrid)為主(約佔 95%以上)，僅公共工程曾採用鋼條或鋼筋網為加勁材料。至於歐、美、日常用的地工織物(Geotextile)則甚為少見。加勁格網與鋼條、鋼筋網相較，其優點為：(1)造價低廉(尤以國產. 8.

(9) 品之價格約為進口產品之 1/2 至 2/3)，(2)耐久性高(不易生腐蝕)，(3)工作性強(易於回包)，(4)摩擦力大(與土壤之接觸係全面性，不若鋼條或鋼筋僅呈條狀，接觸面少)。與地工織布(或不織布)相較，加勁格網亦擁有：(1)張力強度強(2)格網增加其與土壤互制產生的被動土壓力(3)單位張力之價格較低(4)表面可植生等優點。但沿加勁材料方向之排水功能則遠不及地工織物。早期台灣加勁格網之來源多仰賴國外進口，近年來已能完全自製，且有多家廠商通過 ISO 認證，品質不差，唯除了一、二家外，尚欠缺如國外大廠所進行之一系列完整的試驗結果，如潛變、寬幅張力強度試驗等，均待加強。 (4) 回填材料方面：以現地所能提供之土壤為主，極少外運砂質土壤做為回填材料。由於台灣加勁擋土結構多位於山坡地、交通不便，且因棄土困難，現地土壤無法外運，乃就地取材，利用粘土、紅土、沈泥、頁岩，甚至泥岩、灰渣等做為回填材料，此實為不得已之權宜之計。唯近年來因粘土或灰渣飽和，而造成三芝與五股等棄土加勁邊坡因豪雨而崩坍，回填材料之飽和剪力強度(而非夯實時之剪力強度)乃成為重要的設計指標，值得特別注意。 (5) 面牆方面：加勁擋土結構之面牆約 80%~90%採用地工格網回包式，並予植生。僅北宜高速公路彭山隧道附近及南二高高雄九如附近採用類似 Reinforced Earth 的 RC 面版。此外，景觀較為重要的地區，如社區大門、公園及高爾夫球場等，則可能採用 Keystone 或連鎖磚之景觀面版。本計畫蒐集近年來台灣加勁擋土結構失敗之八個案例，其中含集集大地震所引致失敗的二案例： 1. 高雄市中山大學十八王公廟邊坡破壞 (88 年) 2. 暨南大學聯外道路 921 地震時邊坡崩坍 (88 年 9 月) 3. 台中大坑附近公路疊塊式加勁擋土牆破壞 (88 年 9 月). 9.

(10) 4. 五股鄉登林路垃圾掩埋場加勁路堤破壞 (87 年 10 月) 5. 三芝鄉龍巖建設墓園棄土場土石流 (87 年 10 月) 6. 中和某山坡地社區加勁擋土牆破壞 (85 年) 7. 高雄某大學新校區加勁路堤破壞 8. 林口某社區附近加勁邊坡破壞 (87 年). 10.

(11) 第二節地錨工法及加勁工法範圍擬訂地錨工法及加勁工法雖已普遍地、成功地運用於社區邊坡之安全穩定措施，然而，並非在任何的環境條件下，均可毫無顧忌地使用地錨工法及加勁工法，唯有完全掌握工法的破壞模式及適用性，才能有效地發揮地錨工法及加勁工法的優點，避免重蹈失敗案例的覆轍。就上一節的邊坡及擋土破壞案例進行分析，可以發現大規模之擋土牆或邊坡破壞均起因於排水設施不足或排水孔堵塞，無法有效宣洩逕流，以致於大量雨水入滲邊坡後造成災害，其次包括順向坡坡趾開挖、工法之材料、設計或施工不當等均為造成破壞的重要因素之一。以下即就歸納所得之破壞原因加以說明，同時進一步檢討其工法的適用範圍是否應予限制。任何工法的適用性應考量下列幾個層面： 1)安全性層面 2)施工性層面 3)環境影響層面. 2.2.1 地錨工法之破壞成因探討擋土牆或護坡採用地錨工法而有損壞現象者，在汐止「林肯大郡」、基隆「健康博市」及北二高新竹-關西段三個案例，由發生的時機或事前之徵候研判「水」為主要的推手，設計疏失在於護坡工程並未充分考慮地下水之影響及作用，而排水設施不足或不良，導致雨水入滲邊坡無法宣洩，地下水降低滑動面剪力強度而造成滑動。遠因係順向坡坡趾開挖，意圖以工程方法挑戰大自然的平衡，近因則是地錨實作數量不足且錨頭夾片材質不良或銹蝕，無法提供設計要求之拉力。此外，「林肯大郡」及「健康博市」之所以造成如此大之人員財產的損失，尚包括建築物之退縮距離不足，坍滑土岩直接衝擊民宅，使事 11.

(12) 故加大。於北二高的格樑邊坡破壞案例中，亦透露出單一自由格樑易因底部土層的掏刷沖蝕而使地錨減失預力之現象。其實不只是土層的掏刷沖蝕，因錨碇段位於潛變地層或錨頭鬆動、土體變形亦會導致地錨預力的流失；此類情況若無裝置可調整預力之錨頭，也無荷重計之觀測作為安全之警示，則後果不堪設想。相較於大規模滑動破壞之引人側目使事件更形複雜，一般性未引發事故之地錨工法失敗案例或許更能窺視端倪。「山坡地社區開發邊坡穩定工法技術現況調查與分析」研究計畫之案例調查發現在某些鬆軟土層、破碎帶及礦渣等地層中，地錨之功能不彰，甚或有破壞情形出現；其他案例則發現地錨之錨頭下方有明顯之滲水跡象，代表錨孔已成為地下水滲出之路徑，這使得錨頭部位之鋼材易於銹蝕，混凝土易快速老化。專業廠商提供本研究計劃的 11 件地錨檢測案例如表 2.2，則顯示地錨因握線器夾片功效不彰而致預力減失或試拉失敗夾片滑脫之比例甚高，亦有錨頭銹蝕鬆動甚至掉落之情形，凸顯握線器夾片及錨頭防蝕為地錨工法施作重點之一，也是設計及施工管理不可輕忽之部份。. 表 2.2 地錨檢測失敗案例統計 (根據保利工程提供資料) 工程地點. 檢測數量 (支). 設計拉力 (T). 破壞荷重 (T). 龜山. 50. 6. * 1. 新店. 8. 50. 14~30. 台北市. 6. 70. 37~47. 深坑. 錨頭剝落預力減失夾片拉脫 *. 北台灣. 南迴鐵路. 失敗原因及數量. 6. 1. 6 約 500. 800 5. *. 56. 16~28. 12. 5.

(13) 台東. 27. 45. 5~30. 22. 南台灣. 4. 80. 24~58. 4. 12. 40. 4~32. 12. 40. 40. 11~13.5. 40. 中部. *. 高雄北台灣. 170. 85. 他山之石、可以攻錯，根據國外的研究（Briaud et al., 1998）顯示，導致地錨服務年限降低的因子包括腐蝕、潛變或喪失握裹所致之預力損失、設計載重未考慮彎矩應力、循環荷重、凍結力、靜水壓，及錨碇破壞等。國際混凝土協會（FIP, 1986）針對 35 件地錨破壞案例進行調查分析，調查結果（間接引自「地錨設計與施工規範暨解說」）如表 2.3 所示，抗張材斷裂的位置大都在錨頭附近及自由段為多；破壞原因如同美國聯邦高速公路研究計畫(NCHRP Project E23-13, 2001)所作的結論:. 1. 導致地錨服務年限降低的主要原因係腐蝕的問題，潛變較少被發現。但無論如何潛變仍可能影響地錨的功能，因此藉由如 3.3 節所述使用中的檢驗方法，可協助評估潛變的可能性。 2. 許多地錨腐蝕問題源自所處環境，包括腐質土及錨孔成為水路而有地下水流經。 3. 錨碇段被觀察到具腐蝕現象之案例不多，但卻發現有漿體裂縫的存在，特別是錨碇段的前端。此現象肇因於施加預力，使得應變集中於該區，導致漿體裂縫的產生。當有地下水存在時，此種裂縫會降低漿體對鋼材的保護，提供鋼材與土壤中電解質作用的機會，因而加速腐蝕。. 13.

(14) 4. 經由正確的安裝及完整的防蝕保護，地錨未必容易腐蝕，即使是位於腐質土區亦然。表 2.3 地錨破壞事故調查結果 (FIP,1986) 調查項目. 比例（%）永久性地錨. 69. 臨時性地錨. 31. PC 鋼線. 53. PC 鋼棒. 25. PC 鋼絞線. 22. 6 個月以內. 24. 6 個月 2 年. 26. 2 年以上（最長 31 年）. 50. 錨頭附近（含其下方 1m 內之抗張材）. 45. 自由段. 50. 錨碇段. 5. 分類. 抗張材種類. 使用期間. 斷裂位置. 2.2.2 地錨工法之適用性綜合而論，地錨擋土或護坡工程的失敗，除前述起因於設計或施工不當（包括排水不足或不良、順向坡坡趾開挖、地錨數量不足）因素外，根據國內外地錨工法的破壞案例經驗及調查研究顯示，最常見的地錨破壞方式乃肇因於地錨之預力損失，而造成地錨預力損失的原因包括： 1) 錨頭及自由段預力鋼腱的銹蝕斷裂(圖 2.5) 2) 錨頭夾片生鏽或材質不良，無法有效將鋼片夾住 3) 施工廠商偷工減料，鋼腱未深入錨碇地層 14.

(15) 4) 設計不當規劃錨碇地層的潛變位移 5) 承壓鈑或自由格樑底部土層的掏刷沖蝕因此，規劃地錨護坡應作好環境調查，對於影響地錨預力損失的環境 (腐蝕性的土壤與地下水；軟弱的土壤、破碎帶及礦渣)須謹慎處理。如無明確的把握，以避免使用為宜。此外，當基地邊坡地下水位較高時，不僅地錨構件的防蝕處理須強化（比如雙重防蝕），同時須考慮地錨鑽孔過程中所可能產生崩孔及湧水或湧砂之情形。該狀況下不但地錨鑽孔及灌漿施工困難，且易導致周邊區域地層下陷之情況。. 圖 2.5 錨頭及預力鋼腱銹蝕斷裂 (林肯大郡案例). 由於地錨所需用地範圍廣，若周邊環境地下結構物複雜. 密集，將導致施工上的障礙，亦可能影響結構物的安全。再者，考慮路權或地權等法律問題，地錨工法用地的取得亦為其適用性的考慮重點之一，部份縣市政府例如台北縣要求起造人需檢討地錨施作範圍，於業者地界內始予准照。因此，當社區內地錨工法運用範圍包括下列狀況時，則需審慎考慮地錨工法之適用性： 1) 地層土壤與地下水化學性質包含腐蝕錨腱材質的化學物質及含量 2) 地錨錨碇段地層性質軟弱（包括潛變地層） 3) 地層地下水位過高 4) 地錨施作範圍影響周邊地下結構物安全 5) 地錨施作範圍超越地權界限. 15.

(16) 2.2.3 加勁工法之破壞成因探討有關加勁擋土結構八個案例之破壞現象及可能發生之原因詳見表 2.4。大致可歸納出下列重點： 1. 加勁擋土結構之規劃極為重要，大部份失敗案例皆由於規劃不當，或規劃設計時不瞭解或未能預測將來使用時之需求。例如三芝棄土場及五股灰渣掩埋場的案例，兩處加勁擋土牆均係採用現地土壤（分別為火山碎屑岩及紅土）做為回填材料，其性質與一般嚴格要求之回填材料有所不同；此外，回填的棄土高度及斜率亦均超過原規劃之範圍。 2. 大部份失敗案例係由於豪雨入滲，造成背填土的強度銳減，而地下排水功能不彰，水壓亦超過原先估計。此二種不利因素，造形邊坡滑動。破壞之案例包括：高雄中山大學前十八王公廟、五股、三芝、中和、高雄某大等。 3. 大部份加勁擋土結構之破壞模式是屬於外穩定破壞的邊坡滑動。而破壞亦可能部份穿過加勁土體，形成所謂複合式破壞 (Compound Failure，見圖 3.16) 。案例包括：高雄中山大學前十八王公廟、暨大、五股、三芝、中和、高雄某大學、林口某社區等案。 4. 排水系統應加強。尤其是排除地下滲流水之系統非常重要。幾乎 80%以上的災變案例皆因排水系統不良而發生，尤以谷地填方最易發生災變。案例包括：三芝、中和、高雄某大學、林口等案。 5. 根據三芝、五股之災變之現象，顯示如加勁擋土牆運用在谷地填方時，可能形成兩端鉸接而中間變形較大之類似”樑受力之彎矩行為”，致使外側承受張力，產生張力破壞。綜合上述而言，加勁擋土結構最易發生之破壞機制係整體穩定破壞。其原因為上游之逕流入滲加勁擋土結構體，而造成孔隙水壓之增. 16.

(17) 加、擋土結構體重量增加和滲流壓力(Seepage Force)增大，導致沿加勁區之邊緣破壞(即整體穩定破壞)或部份穿越加勁區之複合式破壞。此類破壞尤以多階式加勁邊坡(見圖 3.16(b))，當加勁材長度不足，排水不良且採用粘土填築時較易發生，不可不慎。此外，九二一大地震時，在中部強震區(如台中大坑、南投中興新村等地)曾發生疊塊式加勁牆之牆面接點破壞，並造成層間側向變形(俗稱大肚子)之現象。其主要發生之原因固然與地震水平加速度太大有關，另一原因係加勁材垂直間距過大(達 80cm)所致。. 17.

(18) 表 2.4 台灣近年來加勁工法破壞案例案. 例. 破壞現象與可能原因. 獲得的教訓與改進之道. 備. 註. 1.高雄市中山大學現象：加勁邊坡位移，形成大肚 1.外穩定邊坡穩定分析需考慮未有傷亡十八王公廟邊坡現象雨水入滲造土壤強度喪失之影詳照片 2.6 破壞(88 年) 原因：雨水入滲回填土造成強度響折減；亦可能由於加勁格 2.回填施工規範需嚴謹網長度不足或施工不當 2.暨南大學聯外道現象：加勁邊坡施工時即曾因坡 1.地質調查需嚴謹從事，探測是未有傷亡路 921 地震時邊腳開挖而引起順向坡滑否有順向坡之可能性詳照片 2.7 坡崩坍(88 年 9 動。大地震時引起上邊坡 2. 分析時需加強耐震安全係月) (自然邊坡)及下邊坡(加數，南投應列入強震區勁邊坡)下滑，加勁牆開裂 3.加勁材料之長度需足夠原因：規劃時未考慮順向坡；地 4.規劃不當，上邊坡之挖方區不震水平加速度超過設計需採用加勁結構，下邊坡之挖值；加勁材料長度嚴重不方加勁邊坡需與原開挖面做適足當結合 3.台中大坑附近公現象：大地震引起加勁牆破壞 1.需加強耐震安全係數，將台中未有傷亡路疊塊式加勁擋原因：加勁材之間距 80cm(太列入強震區詳照片 2.8 土牆破壞(88 年 9 寬)，加勁效果不彰，且 2.疊塊式或面版與加勁材料間月) Keystone 與加勁材間之之聯接需加強，加勁間距需縮插梢長度不足，地震之垂矩直及水平加速度造成面版與加勁土壤區分離 4.五股鄉登林路垃現象：垃圾掩埋場因蓄水造成巨 1.加勁土堤與加勁擋土牆設計造成多人傷圾掩埋場加勁路大水壓力，下邊坡加勁擋理念不同。承受側向力後土堤亡堤破壞(87 年 10 土牆向下滑動之力學行為類似水壩或地樑詳照片 2.9 月) 原因： 2.規劃時需考慮上部載重包括 1.加勁路堤設計強度不足、蓄水壓力未考量水壩之效應 3.應考慮回填材料因滲水而軟 2.土堤兩翼與兩側山脈接觸化之現象面可能滲水，造成加勁土 4.加勁材料鋪設時應有足夠之堤強度軟化重疊，且需互相連接，以免在 3.邊坡太陡，載重太大交接處產生張力破壞 4.加勁路堤受側向力後，可 5.位於斜坡上之加勁路堤應以能呈現類似樑之行為，外排樁等工法補強其整體穩定性側承受張力，產生張力破壞. 18.

(19) 表 2.4 台灣近年來加勁工法破壞案例〈續〉案. 例. 破壞現象與可能原因. 獲得的教訓與改進之道. 備. 註. 5.三芝鄉龍巖建設現象：雨水滲入加勁邊坡，造成 1.加勁土堤做為加勁牆之用，作造成多人傷整體邊坡下滑，並形成土用於加勁牆背側之土、水壓力亡墓園棄土場土石詳照片 2.10 石流流(87 年 10 月) 超過原規劃原因： 2.加勁土堤背後土壤夯實度需 1.雨水入滲使回填土強度降要求低 3.需有足夠之排水措施 2.排水不良 4.加勁土堤之強度因滲水而軟 3. 廢棄土量太大，邊坡太化需加以考慮陡，增加下滑力 5.加勁材料鋪設時應有足夠之 4.廢棄土未經夯實重疊，且需互相連接，以免在 5.加勁路堤受側向力後，可交接處發生張力破壞能呈現樑之行為，外側承 6.位於斜坡上之加勁結構應以受張力，產生張力破壞排樁等工法補強其整體穩定性 6.中和某山坡地社現象：加勁擋土牆產生不均勻沈 1.基礎之承載力需滿足規範要未有傷亡詳照片 2.11 陷隨即傾倒區加勁擋土牆破求原因：施工順序不當，加勁牆施 2.加勁牆完工後需避免形成水壞(85 年) 工後未及時回填，造成水塘塘，入浸後軟化牆體及基礎 7.高雄某大學新校現象：加勁擋土牆因沖蝕而局部 1.泥岩因不易植生，回填土不宜未有傷亡破壞區加勁擋土牆破使用泥岩。若必需採用，則在詳照片 2.12 原因：壞表面 2m 以內需另採用較佳(耐 1.回填土採用泥岩，抗蝕性沖蝕)的回填料差 2.排水規劃設計需加強 2.排水不良 3.應考慮回填材料因滲水而軟 3.回填土因飽和而降低強度化之現象 8.林口某社區附近現象：加勁邊坡滑動 1.回填區加勁長度需足夠，以避未有傷亡詳照片 2.13 加勁邊坡破壞原因：免外穩定破壞 1.加勁區長度不足，造成外 2.加勁邊坡若穩定性不足，需以 (87 年) 穩定破壞排樁或其他輔助工法補強 2.其他可能原因包括：回填土因飽和而降低強度/夯實不佳/回填材料不佳/設計安全係數不足等(尚待確認). 19.

(20) 照片 2.6 高雄市中山大學前十八王公廟下方道路加勁擋土牆局部破壞。 (周南山攝). 照片 2.7 暨南大學聯外道路邊坡因 921 集集大地震造成破壞，加勁材料脫落，牆體下滑。(周南山攝). 照片 2.8 台中大坑疊塊式加勁擋土牆面版與加勁區因地震而分離並傾倒。 (黃景川攝) 20.

(21) 照片 2.9 五股登林路灰碴掩埋場加勁路堤因上邊坡蓄水量過大而發生破壞。(周南山攝). 照片 2.10 三芝鄉龍嚴建設墓園棄土場因規劃不當雨水入滲加勁邊坡而下滑，並形成土石流。(周南山攝). 照片 2.11 中和圓通寺某工地施工中加勁擋土牆因雨水滲水造成牆體軟化及基礎承載力不足而破壞。(取材自廖瑞堂，1998). 21.

(22) 照片 2.12 高雄某大學新校區施工期間因雨水入滲並沖蝕回填區(泥岩)，造成破壞。(周南山攝). 照片 2.13 林口某社區加勁邊坡整體下滑。(取材自社區鑑定報告). 2.2.4 加勁工法之適用性加勁工法係在土壤中添加天然(例如木條、稻草、蘆葦等)或人工材料(鋼片、鐵條、HDPE 格網、玻璃纖維、橡膠等)，以彌補土壤中剪力或張力強度之不足，藉以增加邊坡或擋土牆之安全穩定性。因此，加勁材料與土壤間的結合互制為影響加勁工法效果之重要因素。. 22.

(23) 由於人工加勁材料的發展已趨成熟，其強度及性質較能精確掌控，加勁材料與土壤間的結合往往受回填土壤之影響，故軟弱的回填土壤材料將使加勁材料無法發揮預期的強度；此外，降雨或地下水入滲加勁土體會產生土壤浸潤效應，回填土壤之滲透係數是否控制得當，設計分析所假設之排水成效是否恰當，均影響加勁邊坡或擋土牆之穩定性。有關加勁擋土牆的回填材料之限制可參考美日及臺灣高鐵之規範如表 2.5，各項條件內容之考量可詳閱台北市土木技師公會出版的「加勁擋土結構設計及施工手冊」。. 表 2.5. 各加勁擋土系統研究報告對於背填土之限制. 美國聯邦公路總局(FHWA) (1996) 通過4inch (102mm)→100% 通過40 號篩 (0.425mm)→0~60% 通過200 號篩 (0.074mm)→0~15%. 日本鐵道總合台灣高速鐵路技術研究所工程局 (1992) (1996) 上部路堤(道碴底部加勁擋土牆(傾角≥70°) 下方3m以內)適用A 通過125 mm →100% 群材料，包括 GW, 通過4 號篩 (4.75mm) →20~100% GP, G-M, G-C, G-V, 通過40 號篩 (0.425mm) →0~60% GM, SW, S-M, S-C, 通過200 號篩 (0.075mm) →0~30% 硬岩屑及 B 群,包括背填土 G-O, GC, S-V, S-O, 加勁邊坡(傾角<70°) 級配 SP, SM, SC, 硬岩通過125 mm →100% 屑。下部填土除蒙脫通過4 號篩 (4.75 mm) →20~100% 土、溫泉土、蛇紋通過40 號篩 (0.425 mm) →0~70% 岩、泥岩、高有機土通過200 號篩 (0.075 mm) →0~50% 凍土外，以充份利用現地土為原則。 19mm 最大粒徑 <6 塑性指數加勁邊坡≤20；其餘<6 AASHTO T-99(C,D)之上部路堤之30cm 直 ≥90%改良式普羅克達試驗最大乾密度 (Modified Proctor Density, 95%橋樑及其他重要結構徑平板載重試驗 K30 3 MPD)(AASHTO-T180) 載重：AASHTO T-99 之 ≥ 7 Kgf/cm 下部路夯實度 100% 堤改良式普羅克達試驗最大乾密度之 90%以上硫酸鎂或硫酸鈉4cycles 健健度度損失30%以下電化性質電阻>3000Ω-cm 使用鋼片加勁土：使用金屬加勁材：. 23.

(24) pH:5~10 氯含量:<200ppm 硫化物含量:<1000ppm. 電阻>5000Ω-cm pH:5~10 使用地工合成物加勁材時：無特殊規定. 電阻>3000Ω-cm 9.5>pH>4.5 有機物含量<1% 氯化物含量<100 ppm 硫酸鹽含量<200 ppm 使用地工合成物加勁材：電阻>3000Ω-cm pH:聚乙烯/聚丙烯:5~10 多元酯:5~9 氯化物<100Mg/Kg 硫酸鹽<200 Mg/Kg. 當加勁工法因施作需要進行大量挖方作業時，第一個遇到的問題為挖除土壤性質是否可作為加勁回填材料之用？若挖除土壤性質不適用，則挖除土壤的運棄問題將對環境造成極大的影響；第二個遇到的問題則為開挖施工過程中的安全穩定問題。若為因應加勁工法的需要，在挖方作業中挖除邊坡坡趾，而造成額外的邊坡穩定問題，則加勁工法的適用性應再進行詳細分析評估。同時當加勁施作範圍受限時，加勁材料所能舖設的長度不足，將無法充分發揮材料本身的強度，影響加勁工法的效果；或當加勁結構寬度太窄，其底部所需基礎承載力昇高，亦可能導致加勁結構基礎破壞。因此當社區內加勁工法運用範圍包括下列狀況時，則需審慎考慮加勁工法之適用性： 1) 加勁回填土壤材料性質軟弱 2) 加勁施作範圍腹地太窄 3) 加勁施作範圍需進行大量挖方. 2.2.5 工法適用範圍之檢討由於失敗案例的觸目驚心，往往令人質疑工法之適用範圍是否應加. 24.

(25) 以限制，比如禁用於山坡地住宅社區之護坡工程。然而如前述大規模之擋土牆或邊坡破壞成因，包括排水設施不足或不良、設計上未充分考慮地下水之影響及作用、地質調查不詳或不實、以及順向坡坡趾開挖等與工法優劣無直接關聯者。而與工法相關之責任，包括地錨數量不足、錨頭夾片材質不良或銹蝕等，使地錨無法提供設計要求之拉力；以及加勁結構夯實不實/回填材料不佳、側向載重過大、加勁材長度不足等規劃設計或施工疏失，則非工法本身理論的錯誤，畢竟成功的案例遠較失敗的案例為多。大地工程人員皆知對於淺層滑動、近圓弧形滑動乃至於順向滑動等邊坡坍滑之整治工法其實有限，往往個案現地情況未必適宜其他工法進場施作，故本計劃之研究認為山坡地住宅社區實不宜限制地錨工法與加勁工法之使用；同時若因社區人口密集或地質、水文、施工品質等因素而有所顧慮宜從規範明定建築物退縮距離、規劃調查項目、設計分析方法、排水設施之設置、施工管理檢驗標準，及考慮調整具建築物等保全對象附近之邊坡之安全標準等內容；比如建築技術規則已明訂順向坡傾角大於二十度，且有自由端，基地面在最低潛在滑動面外側地區不得開發，以及山坡地地面上之建築物至擋土牆坡腳間之退縮距離，應依公式計算等條文。工法之運用受限於設計及施工單位的瞭解程度不一未盡理想，然工法本身日新月異不斷進步，同時可供選擇之替代工法有限，新工法欲發展臻於完備之速度緩慢，因此本計劃之研究心得建議宜以加強規範之擬訂、工法技術之研討宣達取代適用範圍之限制，回歸工程專業判斷較妥。. 25.

(26) 第三章地錨工法及加勁工法相關規範探討國內對於地錨工法及加勁工法之研究已發展出相當的成果，例如：中國土木工程水利學會所編著的「地錨設計與施工準則暨解說」(圖 3.1) 為目前地錨工法相關之規劃設計與施工要求的主要遵循依據，該準則即以規範之形式編寫（條文部份摘錄於附件），故本研究計劃亦以該準則暨解說作為探討地錨工法規範之主要參考依據。在加勁工法方面，目前設計與施工工作主要參考台北市土木技師公會出版的「加勁擋土結構設計及施工手冊」(圖 3.2a)，此外行政院公共工程委員會亦曾針對採用地工合成材料之加勁擋土結構研究規範之擬定(圖 3.2b)，該研究報告亦以規範之形式編寫（條文部份摘錄於附件），本研究計劃即以上述手冊及研究報告作為探討加勁工法規範之主要參考依據。. 圖 3.1 地錨設計與施工準則暨解說封面. 圖 3.2a 加勁擋土結構設計及施工手冊封面. 圖 3.2b 地工合成材料加勁擋土結構規範封面. 整體而言三份規範己大致完備，本計畫不擬重複擬定規範，僅就原規範之重點，或因破壞案例顯示而原規範須加以補充說明者（例如各類型破壞機制、安全係數之規定、穩定分析方法，包括地錨工法之岩坡滑動破壞之力學機制、耐久性設計、護坡工程之排水設計，加勁擋土結構之側向變形與沈陷、運用於谷地填方時之樑效應，以及護坡工程之動態. 26.

(27) 設計考量等）。工法相關之施工管理規範經收集比較後亦將較具代表性之規範附於附件以供參考。. 第一節地錨工法及加勁工法破壞機制、穩定分析與安全係數探討地錨工法及加勁工法的安全係數檢討與研擬可分為兩個方面，第一為邊坡穩定的整體安全係數；第二個為地錨及加勁材料的安全係數。邊坡穩定的整體安全係數較不涉及工法種類，目前國內建築技術規則對於邊坡穩定安全係數之規定為平常時－F.S.>1.5；暴雨時－F.S.>1.1；地震時－F.S.>1.2。在地錨及加勁材料安全係數方面，一般而言，因地錨及加勁材料強度與潛變特性、化學腐蝕、施工損傷等有關，其設計的安全係數則依各種不同之破壞機制而異。. 3.1.1 地錨工法之穩定分析用地錨穩定結構物時，應檢討地錨之極限荷重以及包含結構物、地錨和地盤之整體結構體系之穩定性。此項檢討，一般分為內部穩定及外部穩定兩部分。此外，地錨之耐久性亦為設計考慮之重點。 3.1.1.1 地錨工法之內部穩定分析. 根據「地錨設計與施工準則暨解說」之說明，所謂「內部穩定」係考慮結構物與地錨為一結構體，以檢討此結構體之穩定性。擋土壁之地錨的設計荷重大都根據經驗所得之土壓力及側壓力計算而得，與 Coulomb 或 Rankine 之理論土壓力公式所求出之側壓力有差異。尤其當遇到黏性土或地下水位較高之砂質土時，經驗土壓力和理論土壓力之計算值差異極大，因此更是需要進行內部穩定之檢討，以確認錨碇結構物之安全性。一般常用之內部穩定計算方法，為 Kranz 法〈如圖 3.3 所示〉，假設 27.

(28) 錨碇段之中央點與擋土壁之假想支點之連結線為深層滑動線，由於作用於圖上斜線部份之各作用力的平衡，來求得地錨達到內部穩定平衡所需之極限抵抗力（maxR），其水平分量（maxRh）與地錨設計拉力之水平分力 Po（h）之比值為安全係數。一般而言必須確保此安全係數大於 1.2~1.5。關於深層滑動線之形狀，Jelink 和 Ostermayer（1976）根據模型試驗之觀察結果，建議採曲線狀之滑動面較合乎實際，發生深層滑動面之同時，作用於擋土壁之土壓較主動土壓力大，其大小則視深層滑動面之方向決定。如地錨之間隔十分密時，曲線狀之滑動面位置即非錨碇體中央，而係發生於錨碇體前端，即使如此，由於 Kranz 之方法較為保守，所以仍獲得普遍採用。. 圖 3.3 地錨之內穩定平衡（廖洪鈞、張光甫, 1998）. 如採用多階地錨支撐時，Ranke & Ostermayer（1968）認為適用於單階地錨支撐之 Kranz 簡易計算法雖然亦可採用，但考慮各個單一地錨之群體效果時，必須增加對不同地錨配置於錨碇體中央與擋土壁之假想支點間所產生複雜之滑動面之考慮。亦即當分析土壤中多階背拉擋土牆之內部穩定分析時，由於地錨之錨碇段長度均相當長。因此以 Kranz 方法所得之內部穩定安全係數會較建議下限值（1.2~1.5）為高。可是若採用背拉地錨錨碇段長度在 5m 左右，且地錨之階數較高時，如 5 階以上時，則最下一、二階地錨之內部穩定分析係數可能會接近於建議下限值，故 28.

(29) 在分析時，需加留意。根據廖洪鈞、張光甫（1998）「地錨設計與施工規範之探討」，地錨設計須就地錨之錨碇段尺寸、地錨配置、自由段長度和整體穩定性分析等項目加以考慮，並能確保地錨的長期耐久性。 ◎ 錨碇段尺寸. 當地錨設計拉力（Tw）決定後，即可進行錨碇段尺寸的設計，通常錨碇段尺寸可以下式求得： Tw = π ⋅ D ⋅ L ⋅ τ. Fs. 其中 D=錨碇體直徑 L=錨碇段長度 Fs=安全係數（詳表 3.1） τ =錨碇段長度範圍內之平均摩擦阻抗，此值會隨錨碇段長度之. 增長而降低，故往往不易以定值處理之。. 表 3.1 地錨設計安全係數之一般規定 (廖洪鈞、張光甫,1998). 29.

(30) 日本土質學會（1990）之規範對經加壓灌漿後之地錨錨碇段周圍之摩擦阻抗（ τ ）建議值，摘錄於表 3.2，以供參考。. 極限摩擦阻抗(kg/cm2). 地層種類岩盤. 硬岩軟岩風化岩土丹 10 20 N 30 值 40 50 10 20 N 30 值 40 50. 15 ~ 25 10 ~ 15 6 ~ 10 6 ~ 12. 1.0 ~ 2.0 1.7 ~ 2.5 2.5 ~ 3.5 砂礫 3.5 ~ 4.5 4.5 ~ 7.0 1.0 ~ 1.4 1.8 ~ 2.2 2.3 ~ 2.7 砂 2.9 ~ 3.5 3.0 ~ 4.0 黏性土 1.0c (c：凝聚力) 註：以上數值為經加壓灌漿處理後之極限握裹摩擦力表 3.2 極限摩擦阻抗（ τ ）建議值（JSF, 1990）. 在設計上，錨碇段長度一般在 3~10 公尺之間，因此當錨碇段長度超過某臨界值之後，即便增加錨碇段長，其極限錨碇力亦無法成比例地增加。於岩層中，錨碇段長度往往不必超過 10 公尺，即可提供足夠的工作拉力。於砂土層或砂礫層中錨碇長度超過 10 公尺之臨界長度時，原則上其容許錨碇力仍以 10 公尺為準。但在含泥量較高之沉泥值砂土層中，摩擦阻抗型地錨錨碇長度之臨界值可增加至 20 公尺左右，顯示不同之錨碇地層會有不同的錨碇長度臨界值，因此若選用之錨碇段長度超過 10 公尺時，宜經由證明試驗來證明地錨之錨碇能力，並考慮其經濟性和施工可行性。在設計荷重較小時，地錨錨碇段長度建議至少需維持在 3 公尺以上，以減少. 30.

(31) 地層變異之影響。若因上述錨碇段長度之上限，而影響到地錨所能提供之容許拉力時，可考慮以加大錨碇段直徑的方式，來增加地錨之錨碇力和地錨之容許拉力。以台北之沉泥質砂土為例，當地錨之鑽孔直徑由 12cm 增加到 15cm 時，單位錨碇段長度之錨碇力可增加 60﹪左右（廖洪鈞等人，1992）。原則上於設計時，摩擦阻抗型地錨錨碇段長度可採用 3~10 公尺之間。然若干特殊之地錨系統，諸如擴座地錨、多段錨碇式地錨，其錨碇長度往往分別小於 3 公尺或大於 10 公尺，在此情況下應經證明試驗證明合乎設計要求後，始建議採用之。 ◎ 地錨配置. （1）地錨設置之角度地錨軸向之配置方向，以與荷重方向一致時，較為有利，但並非任何構造物於配置時，均能符合此條件。通常於地錨佈設上，在與水平向之夾角（α）很大時，應檢討其分力所造成之影響。因此，地錨之安裝角度應考慮力學上的不利性。一般而言，其設計角度以小於 45° 為宜。另地錨傾角與水平面之夾角在 ± 10° 間時，鑽孔之殘渣以及漿體凝結時之浮水，均會對錨碇段全長與地盤間之摩擦力或面承力產生不利之影響，故應盡量避免採用水平面 ± 10° 內之角度。（2）地錨之間距地錨錨碇段設置間距，應按設計錨碇力、孔徑、錨碇段長度等條件決定之，其次應注意群錨效應對錨碇力之影響。為避免錨碇段之間距過於接近，可採變化地錨傾角，或變化自由段長度等方式因應之。摩擦型地錨之錨碇段間距應在 4 倍錨碇段直徑且需大於 1.5m 以上。圓柱形擴座地錨之水平間距應在 10 倍地錨直徑以上，垂直淨間距應在 4 倍地錨直徑以上（Liao et al., 1996）。. 31.

(32) （3）地錨與鄰近結構物之距離在地錨配置規劃時，應對可能之錨碇地盤範圍內的地下埋設物及周圍之構造物進行詳細的調查，並配合檢討地錨之傾角、水平角，以避開之。 BSI（1989）和 FPI（1982）均建議地錨之錨碇段與鄰近基礎、地下構造物等垂直與水平間距最少須維持 3 公尺，而若地錨段鄰近地表，則埋置深度至少應維持 5 公尺以上。（4）錨碇段位置在岩層中，地錨錨碇段位置應位於可能滑動面以外的良好岩盤中，錨碇段所在位置不可有太大的裂縫，以免因錨碇段灌漿的困難，而減低了地錨的錨碇力。如因岩盤裂縫發達，灌漿發生困難且地錨孔位及孔深皆無法調整時，應以低壓力灌入水泥砂漿或其他適用材料，先做裂縫填充處理，再重新鑽孔施作地錨。在土層中，則地錨錨碇段的位置應滿足圖 3.4 之規定，並與假設滑動面有 1.8 公尺以上的距離。圖 3.4 中的假想支點位置，通常位於開挖底面下方 1~2 公尺處。. 圖 3.4 土層中地錨錨碇段埋置位置示意圖（BSI, 1989）. ◎ 自由段長度 32.

(33) 鋼腱之自由段長度，可調適施拉預力後對結構物產生不利之變形，及緩和潛變之影響。此外，當結構物變位時，亦可發揮緩衝作用，以保護錨碇段及錨頭。地錨自由段長度之決定，應由地錨之構造錨碇地盤性質及整體穩定性需求等項目綜合考量之。自由段之長度至少要深入且超過滑動破壞面，達到穩定或堅實之錨碇地層。但若地錨自由段過短，則錨碇力會經由地層直接傳遞到安置地錨之擋土構造物上，會造成地錨錨碇力增加的假象；而且若錨碇段與錨頭間之地層厚度不足，則無法提供足夠之錨碇阻抗塊體。故原則上自由段長度應在 4 公尺以上。另自由段長度之規劃，宜避免造成自由段周遭之土層過量壓縮，且不得造成被動破壞。因此地錨自由段之長度應視實際工程需求而審慎決定之。 3.1.1.2 地錨工法之外部穩定分析. 根據「地錨設計與施工準則暨解說」之說明，所謂「外部穩定分析」係指對於包含錨碇體及結構物之整體地盤破壞穩定檢討，有關外部穩定之計算方法，若破壞體為土體，一般採用圓弧滑動法。以任意改變其圓心及半徑的方式，考慮通過地錨末端外側之各種滑動面，以檢討地錨錨碇位置之穩定性。而其安全係數之要求即如前述之國內建築技術規則對於邊坡穩定安全係數之規定為平常時－F.S.>1.5；暴雨時－F.S.>1.1。若需穩定之區域為岩盤，則外部穩定之破壞面多非圓弧，而可能係平面或三度空問之楔形破壞詳見圖 3.5。如汐止「林肯大郡」、基隆「健康博市」及北二高新竹-關西段三個順向坡滑動案例，其破壞面即屬平面。不論是平面或楔形破壞，地錨岩坡滑動破壞之力學機制如圖 3.6 BSI 之說明。一般常使用電腦程式進行此項安全檢核，常用的地錨邊坡穩定分析程式如 STED/win (PCSTABL 之 window 版)、Slope stability、Slide 及 PROKON 等。. 33.

(34) 圖 3.5 地錨岩坡滑動破壞型態示意圖（BSI, 1989）. 34.

(35) 圖 3.6 地錨岩坡地錨岩坡安定之力學機制（BSI, 1989）. 3.1.1.3 地錨護坡之排水設施. 由於地錨工法可應用於具淺層滑動、近圓弧形滑動或順向坡滑動潛能等各種危險邊坡，故其排水設計因滑動型態不同而略有差異，大致而言排水設施主要分為地表水與地下水兩類。地表水之排水設施係為了縮短雨水降至坡面後在地表之停留時間，以減少因地表逕流產生之表層土壤沖蝕，並降低雨水入滲地層之機會，迅速將雨水導引至下游排出。例 35.

(36) 如：截水溝(橫向排水溝)、洩槽(縱向排水溝)、涵管、屋簷天溝、地表噴漿覆蓋等工法。地下水之排水設施係為了排除入滲至地層之滲流水及降低地層中之地下水位，以減少土壤孔隙水壓力，並避免土壤泡水軟化的現象。例如：橫向排水管、暗渠盲溝、集水井排水與擴孔砂樁排水等工法。邊坡穩定常見之排水工法示如圖 3.7。另較大面積集水區之排水尚須配置滯洪設施、沈砂設施等。. 圖 3.7 邊坡穩定常見之排水工法示意圖. 一般而言淺層滑動邊坡之排水設計著重排水溝之配置，而近圓弧形滑動之邊坡則著重坡面設置橫向排水管，排除地下水及坡面入滲水如圖 3.8。順向坡滑動邊坡須慎防地表逕流入滲坡頂張力裂縫及地下水位上升之影響，分析方法如圖 3.9 及圖 3.10。不論是近圓弧形滑動或順向坡滑動之邊坡，均可能同時採用橫向排水管與地錨。為避免如 2.2.1 節所述錨孔成為水路或錨頭受排水管出水滴落鏽蝕，設計配置須注意避開橫向排水管位於地錨之直線上方之情形。一般 RC 擋土牆亦常與地錨搭配使用，RC 擋土牆需設置水平排水管，背填土應設置透水濾材。若屬新建擋土牆，透水濾材應沿開挖面鋪設成煙囪式（Chimney）設置，隨後並以包覆式將背填土四周包覆。若無法做到此點（例如擋土牆已興建），則需設置水平排水管，此時亦須注. 36.

(37) 意避開橫向排水管位於地錨之直線上方之情形。水平排水管長度應約略等於擋土牆之高度，且其密度不得超過 4m2 一支。RC 擋土牆之排水系統設計，建議參考圖 3.11。. 圖 3.8 橫向排水管示意圖. 1.坡頂張力裂縫水流入滲（見圖 3.9）：. 圖 3.9 順向坡張力裂縫充水情況安全係數分析示意圖. 地表逕流入滲坡頂張力裂縫對順向坡滑動之安全係數分析可以下式計算： FS =. cA + [W(cosψ p − α sinψ p ) − U − Vsinψ p + T cosθ ]tanφ W(sinψ p + α cosψ p ) + Vcosψ p − Tsinθ 37.

(38) 其中： z = H(1 − cotψ p × tanψ p ) A = (H − z) cosec ψ p 1 W = γ H 2 [(1 − (z/H) 2 ) cotψ p − cotψ f ] 12 U = γ w × zw × A 12 2 V = γ w × zw 2. c 為滑動面凝聚力 W 為滑動體自重 α為水平地震係數 T 為地錨設計荷重 θ為地錨設計荷重方向與滑動面垂直方向夾角 2.地下水位之影響（見圖 3.10）：. 圖 3.10 地下水位對順向坡安全係數之影響. 地下水位對順向坡滑動穩定安全係數可以下式計算： FS =. cA + [W(cosψ p − α sinψ p ) − U + T cosθ ]tanφ W(sinψ p + α cosψ p ) − Tsinθ. 其中： z = H(1 − cotψ p × tanψ p ) A = (H − z) cosec ψ p 1 W = γ H 2 [(1 − (z/H) 2 ) cotψ p − cotψ f ] 12 2 U = γ w × H w × cosec ψ p 4. c 為滑動面凝聚力 W 為滑動體自重 α為水平地震係數 T 為地錨設計荷重. 38.

(39) θ為地錨設計荷重方向與滑動面垂直方向夾角. 工法 2：以水平排水管深入背填土以排除入滲水壓. 工法 1：以透水濾材包覆. 圖 3.11 RC 擋土牆之排水系統. 3.1.1.4 地錨之耐久性設計. 如 2.2.1 節所述，專業廠商提供本研究計劃的 11 件地錨檢測案例顯示地錨因握線器夾片功效不彰而致預力減失或試拉失敗夾片滑脫之比例甚高，亦有錨頭銹蝕鬆動甚至掉落之情形，凸顯握線器夾片及錨頭防蝕為地錨工法施作重點之一。地錨耐久性設計的目標係使地錨在使用期限內，不致因腐蝕而影響或喪失地錨之功能。防蝕保護應檢討錨碇段、自由段、錨頭的狀況及防蝕材料的效果以決定其方式。永久性地錨除充分考慮施工及完工後的腐蝕環境外，還需考慮地錨生命週期中最不利的腐蝕條件來決定防蝕保護對策。若防蝕處理不當，則鋼材會因此產生腐蝕甚至斷裂，使地錨功能喪失。地錨的耐久性應在設計階段即予考慮。國內之地錨因經常使用在地下水充沛的地區，所以防蝕問題必須特別加以重視。永久性地錨的錨碇段鋼絞線必須要有浪形護管和水泥漿保護；自由段鋼絞線建議除以防蝕油塗佈外，其外部還需以 PE 小套管逐條保護，另外再加上口徑較大之平形護管保護〈如圖 3.12 所示〉。如此的自由段鋼絞線保護措施，在台灣北部地區有良好的防蝕保護記錄。在錨頭與自由段之介面處，建議以. 39.

(40) 圖 3.13 所示之裝置，配合合格的防蝕油脂妥善地保護鋼絞線。在錨頭握線器部分，除了混凝土保護座之外，建議另再以 PVC 質或其他合適材質的保護蓋罩住握線器，保護蓋內部之防蝕尤需能覆蓋錨頭和夾片〈如圖 3.13 所示〉，以免夾片和鋼絞線因長期受潮而產生銹蝕。. 圖 3.12 永久性地錨之防蝕保護處理(取自 BSI, 1989). 圖 3.13 永久性地錨錨頭防蝕處理(廖洪鈞 1998). 40.

(41) 臨時性地錨在環境條件有加速銹蝕之虞時（如在海邊或化工廠附近），其防蝕保護應依永久性地錨之標準施作。錨頭保護工作主要在防止水或酸侵入握線器或鋼腱，而發生腐蝕。保護錨頭方式大致有三種，一是事先於採用地錨之混凝土結構體上預留可容納錨頭之空間，當地錨施加預力後再以混凝土或砂漿回填。另外一種是以混凝土或水泥砂漿直接包裹，以免受到腐蝕，且最好混凝土或砂漿不要直接接觸錨頭，而以塑膠蓋將錨頭與混凝土或砂漿隔離，若需檢視地錨預力時，可較容易打開錨頭。第三種方法為直接在錨頭外側加上保護蓋，若在設計階段即預測將來有調整地錨預力之可能性時，常使用保護蓋方式來保護錨頭。保護蓋材料，應具有良好強度，足以抵抗外部之衝擊；同時亦應具有耐久性，可採抗酸類腐蝕或紫外線照射等特性，一般採用聚乙烯、聚丙烯、鋁合金或鍍鋅之鋼材。採用保護蓋時，蓋內應充滿過量的防銹油，構造上不得有足以產生滲漏之縫隙。若受到日光直接照射會有產生高溫之虞時，則選用防銹油時還需注意其熔點。有關地錨耐久性之防蝕處理除可參考前述之「地錨設計與施工準則暨解說」外，由於目前國內外針對永久性地錨之雙重防蝕處理均已開始規定浪型管內採用樹脂漿取代水泥漿，以避免前述之預力施加使得應變集中於錨碇段的前端，導致水泥漿體裂縫的產生，而降低對鋼材的保護，加速鋼材腐蝕。盧錫煥（2002）即將目前最新之地錨雙重防蝕施工規範之重點列出，包括雙重防蝕之定義設定浪型管內必須灌樹脂漿，材料之規定特別是 PE 護管（浪管）材料應為非再生高密度聚乙烯（HDPE），樹脂漿之種類如不飽和聚酯樹脂漿（Polyester Resin）、環氧樹脂（Epoxy Resin）、多元聚乙烯樹脂漿，以及地錨施工前之絕緣防蝕檢驗、施工中前樹脂漿檢驗、施工後荷重及絕緣防蝕檢驗等。. 浪型管內灌樹脂漿之優點，盧錫煥（2001）指出下列數項： 1. 樹脂漿具有強大抗壓強度，以傳遞地錨之拉力。 2. 樹脂漿無害於周圍環境。. 41.

(42) 3. 樹脂漿能提供預力鋼鍵抗腐蝕性之屏障，例如：施預力及施工過程中不會產生裂隙。 4. 樹脂漿具有足夠的黏結強度與預力鋼鍵及浪型管膠結。 5. 樹脂漿具有足夠的展延性，以確保相容於預力鋼鍵強度達 80% 以上之變形量。 6. 樹脂漿凝結後為低收縮量。 7. 樹脂漿於受力狀況下為低潛變性。 8. 樹脂漿沒有浮漿，而水泥漿則易有浮漿。. 3.1.2 加勁擋土結構之穩定分析加勁擋土結構之理論破壞型態分為兩大類，即內穩定破壞及外穩定破壞，此兩類破壞型態亦有可能相互引發或同時發生形成複合式破壞。此外，側向變形與沈陷亦為設計考慮之重點。 3.1.2.1 加勁工法之內穩定破壞. 內穩定破壞 (Internal Failure) 機制主要控制在加勁材之強度及加勁材與填築土料間之互制行為 (Interaction) 。二者間之互制行為包括摩擦力 (Friction) 、加勁材-土壤顆粒互鎖 (Reinforcement-Soil Particle Interlock) 與材料壓實 (Material Densification) 等。內穩定破壞可能之型式有： 1. 拉斷破壞 (Tie-break Failure) ：拉斷破壞是由於加勁材抗拉強度不足所導致之斷裂破壞，如圖 3.14(a)。此類破壞發生於抑制土體變形所需加勁材抗張強度小於加勁材所受之張應力，造成加勁材因承受張力過大而產生斷裂。 2. 拉出破壞 (Pull-out Failure) ：加勁材拉出破壞係指破壞面通過加勁區，而加勁材和土壤間之錨碇力量不足以抵抗拉出力量，致使加勁材被拉出，形成拉出破 42.

(43) 壞，如圖 3.14(b)。 3. 層間滑動破壞 (Internal Sliding) ：層間滑動破壞係指在高於地面的加勁材料層間因填築土料夯實不確實或排水不良，導致土壤強度減弱產生滑動破壞，此一滑動破壞面可產生在填築土料層內或土壤與加勁材之介面，如圖 3.14(c)。 4. 牆面接點破壞 (Facing Connection Failure) ：牆面接點破壞係指具剛性牆面(如疊塊式)之加勁擋土牆，因加勁材料強度不足以承受剛性牆面與牆體間之差異沉陷，或因剛性牆面元件間之摩擦力或機械性繫接能力(如插梢繫接)無法夾緊或繫緊加勁材料時，造成加勁材料在牆面接點處斷裂破壞，如圖 3.14(d)。 5. 層間側向變形 (Inter-layer Bulging) ：層間側向變形破壞發生於加勁材垂直間距過大或加勁材區之填築土料過於軟弱，以致加勁材無法有效抑制加勁材間土壤之側向變形，如圖 3.14(e)。. 43.

(44) 圖 3.14. 加勁擋土結構之內穩定破壞示意圖(修改自 NCMA, 1996). 44.

(45) 3.1.2.2 加勁工法之外穩定破壞. 加勁擋土結構之外穩定破壞 (External Failure) ，一般並未通過加勁區或僅在加勁區邊緣通過，所以其破壞型式和一般擋土設施破壞型式相似。由於加勁擋土結構之外穩定破壞，是指破壞面通過加勁區外部之破壞型態，在外穩定破壞分析時可將加勁區視為一剛性體(Rigid Body)，就傳統擋土設施之外部穩定型態進行分析： 1. 水平滑動破壞(Base Sliding Failure)：水平滑動破壞(圖 3.15(a))係指整體加勁擋土結構體承受後方土壓力時，加勁擋土結構體底部之滑動阻抗不足而產生加勁擋土結構體沿底面側向滑移之現象。 2. 傾倒破壞(Overturning Failure)：傾倒破壞(圖 3.15(b))為加勁擋土結構承受其背後之側向土壓力作用而產生傾倒的現象。一般而言傾倒破壞並不易發生(因加勁擋土結構係屬柔性結構，不易發生剛性體之旋轉式傾倒)，僅可能發生於擋土結構上方垂直荷重過大或擋土結構遭受動力荷重(例如地震)作用時。 3. 承載力破壞(Bearing Capacity Failure)：加勁擋土結構之承載力破壞(圖 3.15(c))係由於加勁擋土結構體之基礎地盤承載力不足而導致之破壞。 4. 整體穩定破壞(Overall Instability)：加勁擋土結構體之整體穩定破壞(圖 3.15(d))係因擋土結構體之自重或其上方加載所引致由加勁擋土結構體外側之圓弧型或楔形破壞。外穩定安全係數常可藉由加勁材長度之增加而增大，故設計時須同時考慮內、外穩定所需之加勁材長度，取其較大者為設計長度。除以上四種外穩定破壞模式外，范嘉程、周南山(Fan & Chou,2002)根據三芝、五. 45.

(46) 圖 3.15. 加勁擋土結構之外部破壞示意圖(修改自 FHWA, 1998). 股之災變之現象，指出位在谷地之加勁路堤或擋土牆，可能表現出類似樑受力之彎矩行為。破壞模式為類似三度空間樑受力之破壞模式，其張力發生之方向與一般加勁材之強軸向不同，反而係在弱軸及加勁材之搭接(overlapping)部份。因此，座落在谷地之加勁擋土牆之設計需特別注意。 3.1.2.3 加勁工法之穩定分析. 加勁擋土結構之穩定分析需滿足最小安全係數之要求。以極限平衡法為架構之設計方法甚多，每種方法常有其自訂之安全係數，採用該特 46.

(47) 定方法時，可從其規定。若未有規定時，永久性加勁擋土結構(即服務年限 50 年以上)其最小安全係數如表 3.3 所示。其中相關假設說明如下： 1. 傾倒安全係數以偏心矩為設計標準，平時以 e/6、地震時以 e/3 為設計標準。 2. 地震安全係數係以擬靜態分析方法分析結果為標準。地震加速度係數可參考最新版之建築技術規則。 3. 暴雨狀況之地下水位應依實際量測記錄，作為暴雨分析之水位考量。 4. 暴雨來臨時除地下水位上升外，需另考慮因地表逕流入滲水對土壤強度參數之折減，尤其是土壤凝聚力之遇水損失。以林口台地紅土為例，紅土浸水後之不排水強度可降低至未浸水前之 30% (洪如江，1995)。 5. 建議在進行暴雨狀況分析時，其雨水入滲之深度(h)依 Lumb(Lumb, 1975)建議之方式估算如下： h = ( d × t ) 0.5 +. k ×t n( S f − Si ). 其中 d：土壤擴散參數(Diffusivity Parameter) t：有效降雨延時 k：土壤透水係數 n：孔隙率 Sf：濕潤帶之最終飽和度(Sf =100%) Si：降雨入滲發生前之土層初始飽和度 (d×t)0.5 於長時間降雨情況下可忽略不計對於永久性重要結構，表 3.3 之安全係數得視需要酌予提高。. 47.

(48) 表 3.3 永久性加勁擋土結構設計之最低安全係數要求最小安全係數安全係數的種類平時. 地震. 暴雨. 加勁材拉斷破壞. 3.0. 2.0. －. 加勁材拉出破壞. 2.0. 1.2. －. 水平滑動. 1.5. 1.1. －. 傾. 倒. 2.0. 1.3. －. 承載力. 3.0. 2.0. －. 整體滑動. 1.5. 1.2. －. 內穩定. 外穩定. ◎ 設計荷重之組合. 1. 加勁擋土結構設計使用之荷重，依其使用目的、規模、構造、天候條件、環境條件、及施工條件等考慮，選定其組合方式。 (1) 靜載重 a. 加勁區之自重：相較於填築土料的重量，加勁材的重量可以忽略。填築土料的單位體積重量，應依現地填築土料的土質、夯實狀況加以估計。 b. 其他荷重：如加勁擋土結構上方結構物、設施等重量，均應加以考慮。 (2) 活載重 a. 交通荷重：視加勁擋土結構上方交通活動情形決定之。 b. 其他荷重：如加勁擋土結構上方設施所受到之作用力。 (3) 地震力的影響受到地震力影響的部份，包括加勁擋土結構本身、面版等。此時應依建築技術規則耐震設計篇之規定，考慮加勁擋土結構之構造形式、重要性、所在地區、地盤條件等，對其 48.

(49) 受到地震時產生的慣性力加以檢討。 (4) 降雨的影響降雨後額外增加之重量。例如水壓力及滲流壓力等。 2. 加勁擋土結構之設計，一般依以下之組合方式對其安全性做檢討： (1) 常時狀態：需考慮靜載重及可能之活載重 (2) 地震狀態：常時狀態下之載重+地震力的影響 (3) 暴雨狀態：常時狀態下之載重+降雨的影響 ◎ 填築土料之設計參數. 填築土料之設計強度參數應採用與現場同樣相對夯實度之夯實土樣，以三軸試驗或直接剪力試驗之力學參數分析之。若以粘性土壤為填築土料時，需摹擬因飽和而喪失凝聚力之最不利情況。設計時需將雨水可能入滲深度(3.1.2.3 節)內之 c 值予以折減，或不予考慮。 ◎ 加勁材之設計強度. 加勁材之設計張力強度應考慮各種加勁材料之施工損耗、潛變、化學、紫外線照射等強度折減係數。折減係數之取得以個案進行室內、外試驗為主。若無試驗資料，得參酌採用綜合折減安全係數。加勁材之設計張力強度(Td)以下式求得： Td =. Tult ……………………(5-3) Fsid × Fscr × Fscd × Fsbd. Tult：極限張力強度(可根據 ASTM D4595 寬幅試驗、GRI-GG1 單條勁材斷裂強度或 13%應變對應強度之較小值，換算為每米寬度之張力強度)。 Fsid：考慮現場安裝及施工損耗之安全係數。 Fscr：考慮服務年限中潛變之安全係數，可依 ASTM D5262 確認之。. 49.

(50) Fscd：考慮化學藥劑(或酸鹼)侵蝕之安全係數，可依 ASTM D5322 確認之。 Fsbd：生物分解安全係數。對於地工織物不太可能發生。初步建議之最小值為 1.0。在現地狀況資料充足時，上述之安全係數應針對個案之設計、施工及管理條件進行個案之測試以求得之。惟在時間及經費不容許之情況下可參考表 3.4 之綜合性安全係數。表中安全係數之不同，係考慮不同材質加勁材在粘土與砂土不同填築土及不同環境下(一般結構物及垃圾掩埋場)之安全係數。由於粘性填築土較易發生潛變，考慮加勁材在粘土中易受粘土之互制而發生潛變，故規定較高之安全係數(Wu，1994)。此外，鑑於垃圾掩埋場等回填材料複雜、酸鹼及生物分解之可能損害性較高，故亦設定較高之安全係數。. 表 3.4. 建議加勁材強度之綜合折減安全係數(最小值). 填築土料. 安全係數. 砂質或排水良好之填築土. 3.0(3.5). 凝聚性或不易排水之填築土(含 4.0(4.5) 粉土、紅土礫石層等). 備註：1.( )：內數值指特殊情況，如垃圾及掩埋場等環境 2. 凝聚性填築土之使用應加強加勁土體內部與外部之排水措施，其粒料及 PI 之規定詳見表 3.5。. 50.

(51) 表 3.5 加勁擋土結構種類. 填築土料級配規格. 加勁擋土結構之填築土料粒徑規定第一類. 第二類. 第三類. 加勁擋土牆(傾角加勁邊坡(I)45°< 加勁邊坡(II) ≥70°)及屬重要結 θ<70° 及屬重要結構之加勁邊坡(I) 構之加勁邊坡 θ < 45° (II). 最大粒徑(mm). ≦200. ≦200. ≦200. LL(%). -. -. ≦50. PI (%). ≦6. ≦15. ≦25. 125mm. 100. 100. 100. 4.75mm (4 號篩). 20-100. 20-100. 0-100. 0.425mm (40 號篩). 0-60. 0-70. 0-100. 0.075mm (200 號篩) 0-20. 0-30. 0-100. 通過 %. 可能符合上述要求之統一土壤分類. GW、GP、GM、GC、GW、GP、GM、GC、GW、GP、GM GC、 SW、SP SM SW、SP SM SW、SP、SM、SC、 ML、CL. ◎ 加勁材長度(Ld)的選定. 加勁材長度(Ld)需同時滿足內穩定與外穩定之需求。加勁材長度的選定為設計加勁擋土結構物時最重要的考量之一，而加勁邊坡的加勁材長度應超過邊坡之可能破壞面並具備足夠之抗拉拔埋入度。加勁材長度不足是台灣發生若干加勁擋土結構破壞之主因，因此規範應訂定加勁材長度之下限。建議最小加勁材長度如下： (1) 單階加勁擋土結構： Ld =0.75H(非凝聚性填築土料)~1.0H(凝聚性填築土料*) (H 為廣義牆或邊坡高度). 51.

(52) (*：紅土礫石層屬凝聚性土料) 由於粘土較砂土易受雨水飽和之不利影響而發生破壞，特針對粘土為填築材料之加勁擋土結構訂定較高之長度標準。 (2) 多階加勁擋土牆結構：若多階加勁擋土結構之總高度小於 10m 時，可依單階加勁擋土結構處理；超過 10m 時，需視個案進行分析設計。 (3) 挖方或半挖半填擋土結構： Ld 視個案另行設計，若因地形限制，可以土釘或地錨補強。若採用回包式牆面，回包之長度(不計牆面部份)應至少 2.0m，以避免因地震或側向變形較大時造成回包部份脫落。 ◎ 整體滑動檢核. 加勁擋土結構之整體滑動需進行檢核，可依地質情況採用圓弧破壞或複式平面破壞分析模式。破壞面需考慮複合式破壞模式，即可能全部位於加勁區外側，亦可能全部或部份穿過加勁擋土結構體。由於整體滑動(Global Stability)常為加勁擋土結構發生機率最高之破壞模式，需進行仔細評估。其中複合式破壞分析係涵蓋加勁區及未加勁區之混合破壞方式。圖 3.16(a)及(b)顯示兩種不同複合式破壞類型，其中圖 3.16(a)顯示之破壞面，其上半部通過非加勁區，下半部則通過加勁區；圖 3.16(b)之破壞面，上半部通加勁區，下半部係通過非加勁區。複合式破壞之分析可採用圓弧破壞或複式平面破壞(Planar Failure)分析方法，用以檢核加勁邊坡之所有可能產生破壞之可能性。一般常使用電腦程式進行此項安全檢核，常用的加勁擋土結構邊坡穩定分析程式如 STED/win(含 PCSTABL)、GSTABL、Slope stability、 MSEW、RSS、UTEXAS3、XSTABL、STABGM 及 RESLOPE 等。. 52.

(53) 圖 3.16. 加勁邊坡之複合式破壞面示意圖. 3.1.2.4 加勁擋土設施之側向變形與沈陷. 地工合成材加勁擋土設施由於合成材本身特性與其階層式的構築方式，可歸類為柔性土壤結構。一般來說，比傳統剛性(重力式)擋土設施容許較大之變形量與沈陷量。惟此類結構物當作其它結構體之附屬結. 53.

(54) 構，例如橋台、結構物基礎或有房屋等結構物緊鄰其側時，此沈陷量及側向變形可能造成不利之影響，其容許之變形量與沈陷量應以主要結構物之容許值作設計考量。預鑄面版加勁擋土牆施工完成後之側向變形，應控制使面版不發生額外之應力為原則。牆面側向變形過大時，除了造成擋土牆沈陷有礙觀瞻外，甚至可能引起面版之結構破壞。最大容許變形需視面版之特性而定。為達上述之要求，設計時應詳加考慮加勁材之接合方法及固定方式，以避免造成不必要之側位移量。另外，延長加勁材長度、使用勁度較高之加勁材、控制填築土料施工夯實度、或使用較佳品質之填築土料等方法，對減少加勁擋土結構施工完成後之側向變形應有所助益。回包式加勁擋土牆施工完成後之側向變形，應考慮加勁材之工作載重、加勁材及填築土料之潛變與可能之外載重變化。服務年限中牆面之變位應控制於容許範圍內。回包式加勁擋土牆主要側向變形通常發生於施工期間，成因與其回包方式及填築土料之夯實、工法有關。而施工完成後之側向變形主要影響因素包括加勁材之工作載重、加勁材及填築土料之潛變與可能之外載重等。由於回包式面牆變形機制複雜，現階段研究成果僅能提供以經驗方式估算最大變形量，而重要結構物之側向變量可以數值分析方法(有限元素分析法或有限差分分析法)估算。因加勁擋土結構載重所引致的沈陷量包括：(1)垂直載重之沈陷及(2) 因側向位移所導致之沈陷。基礎土壤因加勁擋土結構載重所引致的沈陷量應以彈性理論(計算瞬時沈陷量)及壓密理論(計算主要壓密及二次壓縮沈陷量)估算。因側向位移所導致之沈陷則可以數值分析(Numerical Analysis) 或經驗公式估計。另外，基礎土壤的差異沈陷量 (Differential Settlement)包括縱向及橫向差異沈陷亦需加以檢核，以確保面版與聯結系統間的完整性(Integrity)。最大縱向容許差異沈陷量及其影響列於表 3.6。如計算所得之基礎土壤沈陷量或差異沈陷量超過容許值時，應使用地盤改良工法，如夯實、壓密、攪拌、灌漿、加勁或置換等方法增加地層強度、減少壓縮性、改變透水性及改善土壤動態性質。 54.

(55) 表 3.6. 容許差異沈陷及其對加勁擋土結構之影響. 最大差異沈陷影響描述 1/1000. 極輕微. 1/200. 全高面版(Full Height Panels)可能因伸縮縫(Joints)的閉開而損壞. 1/100. 在無特殊處理下，分離式混凝土面版(Discrete Concrete Panel Facings)的安全界限. 1/50. 半橢圓式鋼質面版的安全界限，在無特殊處理下分離式混凝土面版可能因伸縮縫的閉合而損壞. >1/50. 柔性面版(Soft Facings)可能有扭曲情形發生而影響其支撐能力. 若加勁擋土結構位於承載力良好之無壓縮性土壤(如無塑性之砂土或岩盤)上，則地盤沈陷機制應為彈性沈陷(亦稱瞬時沈陷)。該沈陷隨著路堤填築的過程而發生，施工完成時沈陷量亦趨穩定，故不致引起後續沈陷。但若基礎土壤包含軟弱土層或地質變化複雜的情況，則必須針對壓密沈陷、二次壓縮(或稱潛變)及差異沈陷加以考量。加勁材對加勁區土壤之承載力雖有改善效果，但其對總沉陷量並無法減輕，唯可藉由多層的加勁材，將不均勻沈陷之影響大量減緩。加勁區沉陷量之估算仍應以填築之土壤壓縮性質為主要考量。其他由於地形、地質或土壤狀況複雜可能發生不均勻沉陷時，應以數值分析法(如有限元素法)，並配合地質調查及土壤試驗資料進行分析。此外，部份沈陷係由於加勁擋土結構之側向位移所產生。因側向位移而導致之沈陷量可以數值分析法估算或依實際量測所得之經驗公式估計。 3.1.2.5 加勁擋土設施之樑效應. 55.