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規範解說 第八章其他耐震規定（1／3）；原PDF第156–175頁。
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¶ 鐵路橋梁耐震設計規範｜原檔第156頁
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 第八章 有關耐震其他規定 C8.1 橋梁位於極軟弱土層或液化砂土層之耐震設計考量 極軟弱黏土層或粉土層以及飽和砂土層在地震作用下，將因反覆剪變形而造 成動態超額孔隙水壓，致使土壤強度降低，進而產生液化。土壤產生液化時將導 致： 1. 結構物下陷或上浮、基礎水平抵抗力降低及產生大變形等現象。 2. 水際線附近或傾斜地盤處之結構物易遭受流動化現象的側擠作用。 鑑於國內所採行之土壤液化評估方法眾多，各種評估方法各有所長，為顧及 工程習慣，目前不宜強行統一，因此在條文中並未硬性規定土壤液化評估的方法， 僅將日本道路協會 1996 年版之「道路橋示方書．V 耐震設計編」[C8.1]中有關土 壤液化及 Seed 之簡易經驗法等相關規定列於解說中，以供設計者參考。 C8.1.1 極軟弱土層之判定 2 單軸壓縮強度在 0.2kgf/cm 20kPa 以下之粘土層或粉土層，在進行試驗時， 其試體略超擾動成形都有困難，因此當地震發生時，該等土層剪力強度易弱化將 無法對基礎之承載能力提供貢獻。 C8.1.2 砂土層之液化潛能判定 地震時的地盤運動會使地下水位以下之非緊密砂質土層喪失剪力強度而發 生土壤液化現象。橋墩基礎層以下的土層若發生液化，且該基礎未作適當處理， 則可能造成基礎沉陷或橋梁傾斜破壞，譬如 1964 年日本新潟地震、1990 年菲律 賓北呂宋地震、1995 年日本阪神地震及 1999 年 921 集集大地震均有此種例子。 因此應針對在地震時可能產生液化現象之沖積飽和砂土層進行液化潛能判定，以 下提供數種判定方法供設計者參考。 1. 日本道路協會 1996 年版之「道路橋示方書．V 耐震設計編」，已將 1995 年阪 神大地震震害經驗中有關土壤液化的研究成果納入，相當值得參考，所以本解 說將其所提的評估方法略作修正概述如下，提供設計者參考使用。 136
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 a. 應進行液化潛能判定之砂土層 符合以下所有三項條件的沖積飽和砂土層，在地震時可能發生液化現象，應 按第 b 項所述方法進行土壤液化之判定。 (1) 地表面下 20 公尺以內之飽和砂土層，且地下水位在地表面下 10 公尺以 內時。 (2) 細料含量 FC 在 35% 以下之土層，或 FC 超過 35%，但塑性指數 Ip在 15 以下之土層。 (3) 累積通過重量百分比為 50%之粒徑 D50在 10 公釐以下，且累積通過重 量百分比為 10%之粒徑 D10在 1 公釐以下之土層。 其中， FC ：細料含量(%)，為粒徑 75µm 以下土粒之通過質量百分率 Ip ：塑性指數 D50 ：粒徑分布曲線上，累積通過百分比 50%所對應之粒徑，(mm) D10 ：粒徑分布曲線上，累積通過百分比 10%所對應之粒徑，(mm) 根據往例，地震時會產生液化的土層，絕大多數屬於沖積砂土層，然而 在 1995 年日本阪神大地震中，亦有沖積砂土層以外之土層發生液化之案例。 日本近年來依據實際地震案例及研究成果發現，會產生土壤液化的土層 大多屬於下列二種： (1) 細料含量 FC 在 35% 以下之土層。 (2) FC 超過 35%，但塑性指數低之土層，如低塑性粉質砂，亦有液化的情形 產生。 雖然阪神地震中發現平均粒徑 D50超過 2 公釐之礫質土亦有產生液化之 情形，在此根據阪神震害土壤液化之實際案例及相關研究結果，將 D50之規 定從 2 公釐以下修正為 10 公釐以下。 b. 液化之判定 液化之評估由液化抵抗率 FL值決定之。FL值小於 1.0 時，即判定該土層可 能液化。 R S F = (C8-1) L L S 137
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鐵路橋梁耐震設計規範解說
σ0 L S = γd k h (C8-2)
σ0′
rd = 1. 0 − 0.015 x (C8-3)
σ0 = { rt 1 h w + rt 2 ( x − h w ) } ／ 10 σ0 = { rt 1 hw + rt 2 ( x − hw ) } (C8-4)
σ0′ = { rt 1 h w + rt ′2 ( x − h w ) } ／ 10 σ′0 = { rt 1 hw + rt ′2 ( x − hw ) } (C8-5)
其中，
FL ：液化抵抗率
R S ：土壤抵抗液化強度與有效覆土壓力之比值，見本節第c 項
L S ：地震引致之土壤剪應力與有效覆土壓力之比值
rd ：地震時尖峰剪應力比沿深度方向之折減係數
k h ：水平地表加速度係數，為水平地表加速度與重力加速度之比值
σ0 ：總覆土壓力，(kgf/cm2) kPa
σ0′ ：有效覆土壓力，(kgf/cm2) kPa
x ：受評估土層距離地表面之深度，(m)
rt1 ：地下水位面上方之土壤單位重，(tf/m3) kN/m 3
rt2 ：地下水位面下方之土壤飽和單位重，(tf/m3) kN/m 3
tr′2 ：地下水位面下方之土壤有效單位重，(tf/m3) kN/m 3
hw ：地下水位之深度，(m)
c. 土壤抵抗液化剪力強度與有效覆土壓力之比值 R S ，可以反覆三軸剪力強度
比R 計算代表之。反覆三軸剪力強度比R可依下式計算：
.00882 N a / 7.1 ( N a < 14 ) R = − 6 5.4 (C8-6)
.00882 N a / 7.1 + 6.1 × 10 × ( N a − 14 ) (14 ≤ N a )
其中，
砂質土
N a = C1 N 1 + C 2 (C8-7)
N N
N 1 = 7.1 × N1 = 1.7 × (C8-8)
(σ0′ + 7.0 ) (0.1σ0′ + 0.7)
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鐵路橋梁耐震設計規範解說
1 (0% ≤ FC % < 10%)
C1 = ( FC % + 40) / 50 (10% ≤ FC % < 60%) (C8-9)
FC % / 20 − 1 (60% ≤ FC %)
0 (0% ≤ FC % < 10%)
C 2 = (C8-10)
( FC % − 10) /18 (10% ≤ FC %)
礫質土
N a = { 1 − .0 36 log 10 ( D50 / )2 } N 1 (C8-11)
其中，
N ：由標準貫入試驗所得之N 值。
N1 ：以有效覆土壓力1kgf/cm2 100 kPa 等值換算求得之N 值。
Na ：考慮土壤粒度影響之修正N 值。
C1 , C2 ：與細料含量相關之N 值修正係數。
以往耐震設計規範有關反覆三軸剪力強度比R 係考量N 值、平均粒徑
D50及細料含量FC 等三者對動態剪力強度之影響，分別計算其影響修正係
數後，再予以累加之方式計得。惟此處有關粒徑分布之影響，對於砂質土則
改採以細料含量FC 依(C8-7)式至(C8-10)式計算修正N 值後，再按(C8-6)式
計算反覆三軸剪力強度比R 之方式予以推求，其理由如下：
(1) 土壤粒徑分布特性對於反覆三軸剪力強度比之影響，對於砂質土，以細
料含量來評價粒徑之影響，可獲得較佳之結果。
(2) 與以粒度之影響作為計算反覆三軸剪力強度比之方法相比，採用修正N
值之方法對於細料含量較高且N 值較大之土壤動態剪力強度之計算，將
可獲得更適切合宜的結果。
回填土之反覆三軸剪力強度比通常較式C8-6 計得者為低，由於目前尚
未累積充足之資料，且其與沖積土強度特性之差異情形至今尚不明確，因此
對於回填土部份，此處並未予以特別規定，有待日後再作進一步之調查研究。
2. Seed et al. 簡易經驗法[C8.2]為美國H.B. Seed 教授所領導之研究群，長期累積
相關研究成果所提出之簡易經驗法，其為類似方法之原創者，分析流程如圖
C8.1(a)中所示。該法主要經由蒐集世界上許多規模約為7.5 地震之案例，建立
一條判定液化與否之臨界關係曲線 SR15 = f (( N 1 ) 60 ) ，其中 SR15（振動周數約為
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 15）為現地液化及非液化飽和砂土所受之地震反覆剪應力比，(N ) 為鑽桿能 1 60 2 量比為 60%標準落錘能量且修正至有效覆土應力為 1kgf/cm 100kPa 之 SPT-N 值；有關各國所使用 SPT 試驗之傳遞能量百分比及修正係數，可參考 Seed 等 人(1995)之著作及陳景文(1999)之研究報告。對於不同地震規模，則利用規模 與振動周數之經驗關係，建立不同地震規模之臨界曲線，如此則可以直接利用 現地 SPT-N 值評估地層在不同地震規模作用下之液化潛能。此方法詳細說明 可參考相關文獻[Seed et al. 1985；陳正興等 1998；黃俊鴻與陳正興 1998；陳 景文 1999] [C8.3]。 3. 其他工程常用之方法，如 Tokimatsu 與 Yoshimi 簡易經驗法及 CPT－qc 液化 評估法之流程圖，亦列於圖 C8.1(b)與 C8.1(c)中，這些方法的詳細說明可參考 相關文獻 [Tokimatsu and Yoshimi 1983；Shibata and Teparaksa 1988[C8.4、C8.5]； 陳正興等 1998；黃俊鴻與陳正興 1998；陳景文 1999]。 C8.1.3 土壤參數折減 極軟弱粘土層及粉土層之強度與承載能力在地震時可能並無法提供貢獻，故 將其耐震設計用之土壤參數設為零。 依據日本道路協會(1996 年)「道路橋示方書．V 耐震設計編」之規定，判定 可能產生液化之土壤，應將其土壤參數乘以折減係數 DE，DE值詳見表 8-1，其 中 DE = 0 之土層即為耐震設計用土壤參數為零之土層。 本節所謂土壤參數係指土壤彈簧模式中之地盤反力係數與地盤極限反力，包 括垂直向和側向。地盤反力係數與地盤極限反力的折減程度相同，皆為 D 。 E 土壤液化發生後，由於液化土壤之剪力強度很小，因此埋置深度較淺之直接 基礎不宜配置於液化潛勢高之地基土壤上。對於樁基礎、沉箱等深基礎，若設置 於液化土層中，土壤發生液化時，其周邊土層之摩擦強度將減為很小，無法提供 有效之支承能力；因此，樁基礎與沉箱基礎必須貫穿上部液化土層，埋置一定長 度於底部非液化土層，以確保其承載功能。所以一般需進行折減之土壤參數為液 化土壤之側向地盤反力係數與側向地盤極限反力。 距地表面 10 公尺以內之土層好壞，對結構物水平抵抗能力之影響甚大，多 140
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 數震害之產生均起自於此，對於較深之地盤，其振動較小，考量土壤深度在 10 公 尺以下之土層產生完全液化之案例實在很少，故以 10 公尺為界限作為折減係數 DE之變化依據。土壤參數為零或經折減之土層，在進行耐震設計時，可不考慮地 震時動水壓及地震時土壓之影響。 C8.1.4 基礎耐震設計 地震時支持力降低之土層，其土壤參數須予折減，故對於土壤條件差的土層， 須採取基礎貫入深度加大，勁度增加，土壤改良等必要措施，以增進橋梁之耐震 性。 耐震設計用地盤面(基面)如圖 C8.2 及圖 C8.3 所示，一般係以長期設計地盤 面為準，如有土壤參數為零之土層存在時，則設定於該土層之底部。 如圖 C8.4 所示，若土壤參數為零之土層以互層狀態存在時，耐震設計用地 盤面(基面)應設定於厚度至少 3 公尺以上之土壤參數不為零之土層或無液化可能 之土層頂部。此規定係基於以往震害實例，且現階段對於土壤參數為零之土層與 土壤參數不為零之淺薄土層之影響並未能夠作定量評估。 原則上，耐震設計用地盤面(基面)應取在直接基礎或樁基礎之基礎版下緣， 沉箱頂版之上緣。但若直接基礎或樁基礎之側面回填部份，因採用適當之回填材 料及施工法等而可獲得與原有土層同等以上之強度，同時亦無河床沖刷之虞，可 保有地表面安定狀態時，則可取基礎版之上緣作為耐震設計用地盤面(基面)。 橋台之背面與前面之耐震設計用地盤面(基面)深度可能不同，但一般為獲得 設計上偏安全側之結果，以橋台前面所設定的耐震設計用地盤面(基面)為準。此 外，若橋台背面之耐震設計用地盤面(基面)在基礎版底部或下緣，只須將橋台背 面作用於橋台之地震時土壓力作用於橋台背面之基礎底部之上方部份即可。位於 橋台前面耐震設計用地盤面(基面)上方之土層的水平承載力，設計上不宜納入考 慮。 本規範規定在地震地表水平加速度 A = (0.4S ) g 發生時，必須檢核液化發 II,S 生的可能性。在地震地表水平加速度 A = (0.4S ) g 發生下，液化的機會大增，若 II,S 硬性規定不得液化，土質改良的處理費用可能所費不貲，故規定容許液化發生， 141
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鐵路橋梁耐震設計規範解說
但必要時須降低基面，並以折減後之土壤參數求算基礎等值勁度，重新分析檢核
其安全性。但由於基面下降，橋柱之塑鉸位置亦可能會下降，甚至可能發生於基
樁處，因此應於原基面至降低後之基面範圍間，對構材進行配置圍束箍筋，以因
應塑鉸可能發生在其間的任一位置。
地盤產生液化的過程及結構物之反應均很複雜，故應同時考量液化與不液化
二種狀況，並取較為嚴格的分析結果作為設計之依據。
地震作用下，當地盤發生土壤液化使得土壤支承力降低時，若再加上因地形
或其他因素而有側向土壓力作用其上，則地盤可能發生側向流動化現象。1995 年
日本阪神大地震時，於海岸水際線附近有很多橋腳基礎發生震後殘餘變位，此為
地盤液化後發生流動化現象所致。另外，日本昭和 39 年新潟地震亦有因土壤液
化引發之側向地盤流動化，使橋梁發生破壞之案例。
目前對地盤流動化之發生條件尚未十分明白，而其所引致之地震力亦無一致
之標準，相關文獻中最值得參考者為日本道路協會(1996 年)「道路橋示方書．V
耐震設計編」，其已將 1995 年阪神大地震震害經驗之研究成果納入，因此本規範
提供其相關規定，以供設計者參考：
1. 屬於下列二種情況者，可視為有可能發生側向流動化之地盤：
(1) 臨海區，護岸背面地盤與其前方水底之高差為 5 公尺以上，且距水際線
100 公尺範圍內之地盤。
(2) 依判定會產生液化土層厚度在 5 公尺以上，且該土層從水際線開始沿水
平方向連續存在。
2. 側向流動化對橋梁基礎之影響可視為水平力作用，有關流動化影響範圍及流
動力之計算模式詳見圖 C8.5(a), (b), (c)。
3. 如圖 C8.5(c) 所示，在須考慮流動化影響之範圍內，非液化層及液化層內之構
材所受單位面積流動力依下二式計算。此時位於須考慮流動化影響範圍內之
土層，其水平抵抗能力不予考慮。
qNL = CS CNL KP γNL x 當 0 ≤ x ≤ HNL (C8-12a)
qL = CS CL { γNL HNL + γL (x – HNL) } 當 HNL < x ≤ HNL + HL (C8-12b)
式中
qNL ：非液化層中，作用於深度 x (m) 位置處，構材之單位面積流動力，(tf
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 2 / m ) kPa 2 qL ：液化層中，作用於深度 x (m) 位置處，構材之單位面積流動力，(tf /m ) kPa 3 3 γ ：非液化層之土壤單位重，(tf /m ) kN/m NL 3 3 γ ：液化層之土壤單位重，(tf /m ) kN/m L H ：非液化層厚度，(m) NL H ：液化層厚度，(m) L CS ：有關距水際線距離之修正係數。 距水位線的距離 s (m) 修正係數 Cs s ≤ 50 1.0 50 < s ≤ 100 0.5 100 < s 0.0 CNL：非液化層中流動力之修正係數，與下式之液化指數 PL值有關， 20 P = (1 − F ) (10 − 0.5x) dx (C8-13) L ∫ 0 L CNL與 PL之關係如下表： 液化指數 PL 修正係數 CNL PL ≤ 5 0.0 5 < PL ≤ 20 (0.2 PL – 1) / 3 20 < PL 1.0 CL ：液化層中流動力之修正係數，一般可取 CL = 0.3 KP ：被動土壓係數 (常時) FL ：液化抵抗率。若 F ≥ 1.0 ，取 F = 1.0 L L 4. 若下部結構為直接基礎時，依(C8-12)式計得之單位面積流動力乘以對應位置 處橋墩及直接基礎之寬度即可得單位深度之等值流動力。若為樁基礎，則以 單位面積流動力乘以流動化抵抗面兩端點位置處之基樁的最外緣距離即可得 單位深度之等值流動力。若基樁並非對齊排列，則可取基樁最外緣的投影面 143
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 積為準計算之。 5. 至今，有關地盤側向流動化的發生機制，不確定因素仍然很多，故若經判斷 可能因液化產生側向流動化時，橋梁之耐震設計應按以下三種情形況分別考 慮之，並取最嚴格的分析結果作為耐震設計之依據。 (1) 考慮流動化發生時之狀況。 (2) 考慮液化發生時之狀況。 (3) 考慮液化及流動化均不發生時之狀況。 C8.2 地震土壓力 本節用以計算地震土壓力之方法，主要係參照日本道路協會 “道路橋示方書” 之規定，在等級 II 地震下之 kh採用 AASHTO-1996 規範之建議，用 475 年回歸 期地震地表加速度之半，以本規範之架構而言，取 0.2S 。 II,S 本節之計算式係參照 Mononobe-Okabe[C8.6]分析所得者，主動土壓力適用於 重力式橋台或懸臂式擋土牆，當地震時容許橋台或擋土牆外移之情況，此種情形 的土壓最小，此時橋台上之支承為可自由滑動之輥支。事實上橋台所受之力除上 述主動土壓外，尚須計及其慣性力及支承摩擦力傳給橋台之側向力。 被動土壓力適用於橋台往內擠而使土體破壞時引致之土壓力。橋台若有錨定 或斜樁，顯然不能自由外移，其引致之土壓力必大於上述之主動土壓力，依照 AASHTO-1996 規範建議，在設計地震下 kh可取 0.6S 計算之，其他地震同理類 II,S 推。 C8.3 地震動水壓 在水中之下部結構或與水接觸之下部結構，地震時因水的因素而受到複雜的 影響，但一般在耐震設計上是依振動加速度比例之力，以水之動水壓方式來處理。 1. 對於像橋台這種僅單側臨水之壁狀結構物，其地震動水壓，基本上是以水壩 相關之 Westergaard 公式為準。此類結構物在地震時之動水壓，是在靜水壓作 用方向與相反方向 (貯水池方向)，以增減靜水壓之方式作用之。因此，在靜 144
¶ 鐵路橋梁耐震設計規範｜原檔第165頁
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 水壓作用方向為 (靜水壓＋地震時動水壓)，而在貯水池方向為 (地震時動水 壓－靜水壓) 之合水壓作用。依此，在壁式結構物之耐震計算，在靜水壓之作 用方向，除了慣性力外，須同時考慮靜水壓及地震時動水壓；在貯水池方向， 則僅考慮慣性力與土壓，而靜水壓與地震時動水壓可略去不計。在貯水池方 向，將靜水壓與地震時動水壓略去不計，是基於設計上屬安全側之考慮。 2. 關於四周環水結構物之地震動水壓，考慮到水之迴降引起之水壓降低，規定 如(8-8)式~(8-9)式。在四周有水作用結構物之耐震設計中，於檢討結構物之整 體穩定時，因靜水壓在結構物之前後保持平衡，故僅考慮地震時動水壓即可。 (8-8)式~(8-9)式為後藤及土岐兩氏之提案式，當 b / h 較 4 大之範圍，基於安 全側之考量，不以 b / h 值決定，而採用一定值。此外，在軟弱土層及液化性 土壤內之地震時動水壓，設計上不予考慮。 C8.4 施工期間地震之考慮 橋梁施工中所使用的支撐、臨時結構物等，應考慮其耐震性。惟因為這些臨 時結構物使用的期間較短，設計可依此期間 (譬如三年) 內超越機率仍為 10% 為 準，求出設計地震的回歸期，並據以求得工址水平譜加速度係數。 施工中耐震設計與檢核應於幾個重要施工階段中進行，此時橋梁結構與支撐 臨時結構可能結合為一結構物，耐震分析係針對此結構物而言，並假設結構物保 持彈性來計算地震力。構材強度之設計或檢核，如採用容許應力法設計時，橋梁 構材之容許應力可提高 1 / 3，臨時結構物則可提高 1 / 2。採用工作應力法時，地 震力可酌予調整，請參見 C4.1 節之解說。 施工中若遭遇較上述地震為大的地震作用後，應檢核橋梁結構構材是否超過 彈性限度，如超過彈性限度，應進行適當的補強措施。 C8.5 梁端防落長度與防落設施 考量地盤結構互制效應對梁端或墩頂最大位移 u 之影響，可按(C7-1)式與 R (C7-2)式規定之二種組合計算之。有關等級Ⅲ地震作用所引致梁端或橋墩頂部之 145
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鐵路橋梁耐震設計規範解說
最大位移 u R 之計算，可採用非線性靜力分析方法或近似線性靜力分析方法。茲分
述如下：
I. 近似線性靜力分析方法
(C7-1)式與(C7-2)式中，上部結構慣性力效應 IR 依下式計算：
I S a , III RI = W (C8-14)
1.2αy Fu , III m
將上式計得之地震力依第2.7 節所規定之地震力分布方式，施加於橋梁結構
體上，此即為(C7-1)式與(C7-2)式中之上部結構慣性力效應 IR 之計算方式。將(C7-
34)式計得之上部結構慣性力效應 IR 分布施加於橋梁結構體上，執行靜力線性分
析，求得梁端或墩頂最大彈性位移 eu 。梁端或墩頂最大位移 u R 依下式計算：
u R = 1.2αy Ru e (C8-15)
考量結構物進入非線性之後，勁度將會降低，振動週期也因而延長，在計算
(C7-5)式時，結構物基本振動週期T 須以等效振動週期 Teff 取代之。Teff = T / αg ，
其中T 為結構物彈性振動週期； αg 取為0.5。
II. 非線性靜力分析方法
(C7-1)式與(C7-2)式中，上部結構慣性力效應 IR 仍採用(C7-34)式計得之地震
總橫力，並依第2.7 節所規定之地震力分布方式，施加於橋梁結構體上。
目前常用的結構分析軟體均具有結構非線性分析的功能，以詳細設定基礎與
上、下部結構構材之塑性鉸(plastic hinge)性質[C8.7]，並將(C7-34)式計得之地震
總橫力分布施加於橋梁結構體上，執行側推分析(Pushover Analysis)，求得容量曲
線上橋墩墩頂對應於等級Ⅲ地震時之非線性最大位移，此最大位移即為 u R 。
當結構物進入非線性之後，勁度將會降低，振動週期也因而延長，在計算(C7-
7)式時，結構物基本振動週期T 可以側推分析最後階段之結構物等效振動週期
Teff 取代之。
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鐵路橋梁耐震設計規範解說
表層地盤變位之計算，應以等級Ⅲ地震引致者為基準。有關地盤結構互制效
應之作法，依第C7.2 節所述者考量之。
C8.6 梁端間隙
考量地盤結構互制效應對等級Ⅱ地震引致之主梁與橋台間或同一橋墩上之
相鄰兩主梁間之最大相對變位 su 之影響[C8.8]，可按(C7-1)式與(C7-2)式規定之二
種組合計算之。有關 su 之計算，可採用非線性靜力分析方法或近似線性靜力分析
方法。茲分述如下：
I. 近似線性靜力分析方法
(C7-1)式與(C7-2)式中，上部結構慣性力效應 IR 依下式計算：
I S a , II
RI = W
1.2αy Fu , II m (C8-16)
將上式計得之地震力依第2.7 節所規定之地震力分布方式，施加於橋梁結構
體上，此即為(C7-1)式與(C7-2)式中之上部結構慣性力效應 IR 之計算方式。將(C7-
38)式計得之上部結構慣性力效應 IR 施加於橋梁結構體上，執行靜力線性分析，
求得較長週期上部結構與下部結構間最大相對變位彈性位移 u se 。最大相對變位
位移 u S 依下式計算：
u S = 1.2αy Ra u Se (C8-17)
考量結構物進入非線性之後，勁度將會降低，振動週期也因而延長，在計算
(C7-7)式時，結構物基本振動週期T 須以等效振動週期 Teff 取代之。Teff = T / αg ，
其中T 為結構物彈性振動週期； αg 取為0.5。
II. 非線性靜力分析方法
(C7-1)式與(C7-2)式中，上部結構慣性力效應 IR 仍採用(C7-38)式計得之地震
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 總橫力，並依第 2.7 節所規定之地震力分布方式，施加於橋梁結構體上。設定基 礎與上、下部結構構材之塑性鉸(plastic hinge)性質，執行側推分析(Pushover Analysis)，求得容量曲線上橋墩墩頂之非線性位移，並計算設計地震下主梁與橋 台間或同一橋墩上之相鄰兩主梁間之最大相對變位 u 。 S 當結構物進入非線性之後，勁度將會降低，振動週期也因而延長，在計算(C7- 7)式時，結構物基本振動週期 T 可以側推分析所得容量曲線上，當非線性位移達 T 到設計地震時所對應的結構物等效振動週期 取代之。 eff 表層地盤變位之計算，應以等級Ⅱ地震引致者為基準。有關地盤結構互制效 應之作法，依第 C7.2 節所述者考量之。 為避免橋梁在等級 II 地震作用下，其耐震性能因主梁與橋台或相鄰兩主梁 間產生之碰撞而受到損害，梁端應留有足夠間距。特別針對隔震橋梁，其梁端間 距之設計一定得避免主梁與橋台或相鄰兩主梁間產生碰撞。因隔震橋梁是以隔震 支承之變形來達到提高橋梁週期與阻尼之目的，若上部構造之變位因梁端之碰撞 而受到束制，則隔震支承之變形亦會受到束制而使實際隔震效果與設計考量間有 明顯差異。 對於非隔震橋梁，若依(7-3)式與(7-4)式計算所得之梁端間距過長，以致所需 之伸縮裝置太大而不合經濟效益，並引發維護管理、行車舒適性、振動和噪音等 問題時，在確保不影響其耐震性能條件下，允許採用較短之梁端間距。但此時， 梁端間距之設計仍應避免在等級 I 地震作用下，主梁與橋台或相鄰兩主梁間產生 碰撞。 C8.7 伸縮裝置之設計伸縮量 考量地盤結構互制效應對等級 I 地震引致之伸縮裝置伸縮量 L 之影響，可 E 按(C7-1)式與(C7-2)式規定之二種組合計算之。有關 L 之計算，可採用線性分析 E 方法。茲敘述如下： (C7-1)式與(C7-2)式中，上部結構慣性力效應 R 依下式計算： I 148
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鐵路橋梁耐震設計規範解說 IS a,I R = W (C8-18) I α y 將上式計得之地震力依第 2.7 節所規定之地震力分布方式，施加於橋梁結構 體上，此即為(C7-1)式與(C7-2)式中之上部結構慣性力效應 R 之計算方式。將(C8- I 19)式計得之上部結構慣性力效應 R 施加於橋梁結構體上，執行靜力線性分析， I 求得伸縮裝置之伸縮量 L 。 E 表層地盤變位之計算，應以等級Ⅰ地震引致者為基準。有關地盤結構互制效 應之作法，依第 C7.2 節所述者考量之。 伸縮裝置設計之基本原則為使其在等級Ⅰ地震下不產生損傷，以確保在地震 發生後其伸縮機能與地震發生前相同，避免常需修補之麻煩；在等級Ⅱ地震下則 允許其損傷，因伸縮裝置之損傷對橋梁引致致命性損害的可能性很低，但爲使其 容易修復，以期早日恢復橋梁原有機能，建議採用容易換修之伸縮裝置。此外， 為避免在常時載重下影響伸縮裝置之作用，若依(8-14)式及(8-15)式求得之地震時 設計伸縮量小於常時之設計伸縮量，仍應採用常時設計伸縮量設計伸縮裝置。 C8.8 橋梁與車站共構之耐震設計 橋梁與車站宜儘量避免共構，使兩者分別為各自獨立的結構體，一來結構分 析單純，二來車輛引致的振動也不致傳至車站。 如共構不可避免，而採用高架車站的話，其結構本體為橋梁，但因車站的質 量、勁度分佈，會使此整體結構變為複雜化及不規則化，因此應依本規範進行動 力分析及設計。 軌道鋪設在車站結構體的樓版上的情況，其結構本體為建築物，因此其耐震 設計不在本規範的涵蓋範圍內。 149
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鐵路橋梁耐震設計規範解說圖表 * 表 C2-1 曾經引致大規模地震之第一類活動斷層性質表 長度 編號 斷層名稱 斷層性質 歷史地震規模 (公里) 1 新城斷層 29 逆移斷層 ML7.1** 獅潭斷層 11 逆移斷層 2 (1935.04.21) 屯子腳斷層 14 右移斷層 新竹-台中地震 3 三義斷層 34 逆移斷層 大甲斷層 8 大甲斷層(清水，南段) 23 4 逆移斷層 鐵砧山斷層 13 彰化斷層 36 ML7.3 車籠埔斷層(北段) 38 5 逆移斷層 (1999.09.21) 車籠埔斷層(南段) 38 集集地震 6 大茅埔-雙冬斷層 69 逆移斷層 ML7.1 7 梅山斷層 15 右移斷層 (1906.03.17) 梅山地震 ML7.1 大尖山斷層 29 逆移兼右移斷層 8 (1941.12.17) 觸口斷層 27 逆移斷層 中埔地震 9 六甲斷層 16 逆移兼左移斷層 ML6.1 10 新化斷層 6 右移斷層 (1946.12.05) 新化地震 11 旗山斷層 26 逆移斷層 米崙斷層 8 左移兼逆移斷層 ML7.3 瑞穗斷層 24 逆移兼左移斷層 (1951.11.25) 12 玉里斷層 23 左移兼逆移斷層 縱谷地震序列 池上斷層 64 逆移兼左移斷層 鹿野斷層 18 逆移斷層 *本表所列之活動斷層為 2012 年中央地質調查所公布之第一類活動斷層 **歷史地震規模參考 臺灣 十大災害 地震圖集（鄭世楠等人著，1999） 150
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鐵路橋梁耐震設計規範解說圖表 表 C4-1 承載力之傾斜載重折減因子 R1 矩形基礎 矩形基礎 方形基礎 (短邊) (長邊) H/V Df/B=0 Df/B=1 Df/B=5 Df/B=0 Df/B=1 Df/B=5 Df/B=0 Df/B=1 Df/B=5 0.10 0.75 0.80 0.85 0.70 0.75 0.80 0.80 0.85 0.90 0.15 0.65 0.75 0.80 0.60 0.65 0.70 0.70 0.80 0.85 0.20 0.55 0.65 0.70 0.50 0.60 0.65 0.65 0.70 0.75 0.25 0.50 0.55 0.65 0.40 0.50 0.55 0.55 0.65 0.70 0.30 0.40 0.50 0.55 0.35 0.40 0.50 0.50 0.60 0.65 0.35 0.35 0.45 0.50 0.30 0.35 0.40 0.40 0.55 0.60 0.40 0.30 0.35 0.45 0.25 0.30 0.35 0.35 0.50 0.55 0.45 0.25 0.30 0.35 0.20 0.25 0.30 0.30 0.45 0.50 0.50 0.20 0.25 0.30 0.15 0.20 0.25 0.25 0.35 0.45 0.55 0.15 0.20 0.25 0.10 0.15 0.20 0.20 0.30 0.40 0.60 0.10 0.15 0.20 0.05 0.10 0.15 0.15 0.25 0.35 （摘自 Meyerhof, 1956） 註： H = 水平力 V = 垂直力 Df = 覆土深 B = 基礎寬度 151
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鐵路橋梁耐震設計規範解說附圖 B A (a) 軸向 地震時 (a)軸向地震時 A B (b(b))橫橫向向地地震震時時 圖 C1-1 橋梁之振動單元 152
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鐵路橋梁耐震設計規範解說圖表 δ δ δ θ θ θ x y z x y z k 0 0 -k 0 0 11 15 k k 0 0 δ 0 0 22 24 x θ x θ z θ 0 k 0 0 0 0 y 33 δ y 0 k 0 k 0 0 δ 42 44 z -k 0 0 k 0 51 0 55 k 0 0 0 0 0 66 FORCE VECTOR FOR δ =1.0 x 圖 C2-1 單樁等值樁頭勁度矩陣 k k 33 51 k 44 k k 24 11 (a) (b) (c) 圖 C2-2 單樁等值樁頭勁度矩陣各元素之分析模型 153
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鐵路橋梁耐震設計規範解說附圖 圖 C2-3 反應譜等速度段之工址放大係數 Fv與地盤分類指標 VS30之變化關係 154
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鐵路橋梁耐震設計規範解說圖表 P Pu Py Pd ∆ ∆ * ∆y ∆ y u 圖 C2-4 橋梁設計地震力、降伏地震力、極限地震力與韌性容量 R 155
上一節：規範解說 第六、七章鋼橋柱與軌道變位 ｜ 下一節：規範解說 第八章其他耐震規定（2／3）
來源：交通部《鐵路橋梁耐震設計規範》，110年11月30日。依交通部政府網站資料開放宣告註明出處；本站分章與導覽整理不代表發布機關認可或背書。查核日期：2026年8月31日。