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研究発表会 1989年
出版
第24回土質工学研究発表会講演集
| タイトル | 盛土補強用繊維ネットのクリープ特性 | ||||
| 著者 | 梅沢俊雄・鈴木孝弘・村田修・舘山勝 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 1〜4 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30048 |
| 内容 | 表示 第24園土質工学研究発表会（東 京） 平成元年6月D−101盛土補強用繊維ネッ｝・のクリープ特性平岡織染株式会社 ○（正）梅沢 俊雄 鈴木 孝弘（財）鉄道総合技術研究所1死》村田 修 （正1舘山 勝1．は￠めに 筆者等は繊寒隻；を使用した高弓房長り岡嵯性および弓紹長り強度を有する樹脂被覆繊維ネット（以降 繊維ネット）を盛土補強材として開発した。文献1〉この繊維ネットは現在（財）鉄道総合技衛研究所において研究中である試験用補強盛土文献2）に使鰐されており、盛土補強材としての特性について検討を行っている。 今回、この繊維ネットのクリープに関する許容応力の低減係数を求めること、応力径路による影響を調べることを目的に、短、中、長期に分けたクリーブ試験を実施 継続しているが、今回これら試験のうち、応力径路を写真㎜1 繊維ネットの形状考慮した引張り試験、短期クリーブ特性、応力径路を考慮した中期クリープ特性、畏期クリープ特性の中間結果項 目について報告する。ポリエスデル繊維塩化ビニール樹脂2．試験材料の特性被覆樹庸 試験に用いた繊維ネットは舎成繊維のネット試織物に重 量特殊配合塩化ビニール樹脂を含浸、被覆したもので、写目 合（タテ9／㎡真一1、表一玉、図一王にそれぞれネット形状、一般物性、引張り強度一伸度特性を示した。（ヨコ引張り強度（タデ）（ヨコ3．短期クリーフ’試験物性値単 位素 材’国mmmTf／糊2τf／㎡28520203．02．5裟一王 繊維ネットの一般物性（t琉） 3−1 ステップ荷重による引張り試験3 試験試料を写真2一（A）の形状畿作成し、定速緊張形弓円長り試験機（東学羊精機KκストログラフT〉を尾い、強2試料つかみ間隔200mm、ひずみ測定問隔200鰍、引張り速度200mm／剛inとした。実験時の測定温度は20±2℃1とし、図一2に示すスデッブで載荷を行いひずみを測定度した。○ 図一3にスデッフ’載荷をした時の応力径路蟹を示す。0 5 10 15（％）図一4には図一3より得られる残留ひずみを含有するひずみ曲線（a）、残留ひずみ曲線（b）残留ひずみを減 悼 度図一1繊維ネットの引張り強度一伸度特性CREEPPROPERTlεSOFR冠S叡COATED門ESHFAB尺ICFORE縫BANK纏ENTRE横FORC猟E解；T．U騰EZA）A，T．SロZUKI（腱卜RAOKA駒COりしTD〉0．門URATAAND哲，TATEYANA（RAIL》A”EC“ICし尺ESEAC網1村STITUTε）一1一 じたひずみ曲線（C〉 ｛＝（呂〉一（わ）｝ならびに別に行った引張り速度100％／期mで定速緊張して求めた応力ひずみ曲線（d）を示す。 スデッブ荷蚕が撫わることで破断強度は定速で引張り試験した値に比ぺおおよそ5％低下し、破断伸度はおおよそ4％増大した。また破噺強度の35％まではほとんど残留ひずみが生じていない。（％荷 32写莫一・2 試験試料の形状重 1（t漏）3 （dン み 時 問 tラ 凶 ／ 〆図一2 ステッブ荷重の応力径路概念図 ／ ！碕2（t輪）3 ノ ，（b＞ ノ A ノ 向 ノ∠￠）筏⑯〉！ ノ‡，！荷 2〆倒重1ド 1重○0 5 10 15（％）○ 録剛18 ひ ず みほぽ同じ径路を通った．0 5 10 15（％） ひずみ図一4 図一3の荷重一ひずみ関係から得た各種曲線 図一3 スデッブ載荷を行った時の荷重とひずみの 径路 3−2 定荷重ここよるクリーブ試験 写真一3（A）で示したクリーブ試験機（東洋精機臥クリーブLDT）を期い、写真2一（A）に示す形状に作成した試料を、クリープひずみ量測定間隔200mm、実験時の測定混度22∼23℃の実験条件で載荷し、クリーブひずみ量変化を測定した。クリーブ荷重Tcは、繊維ネットを2．5％／翻nの速度で引張り試験をしたときの破断強度Tfに対し0．7とし載荷を行った。 泌一5にはクリーブひずみ量と載荷時闘の関係を示す。これによると載荷直後短時問にひずみが生じ、その後ほとんどひずみの進行がなか （A〉った。写夏一3 クリーブ試験装置1一2一（B） 4． 応力径路を考慮した中期ク警ノ＿ブ試験文献3）載荷時問 写真一3（B〉に示したクリーブ試験装置を用い、写O，1）の様に試料に直接重りをつるして試験を行った。写真4一（B〉には試料の装置取付け部の補強および取付け金具を示す。ず10度は室温であり特に恒濃にはしなかった。 本試験は図一6（A〉、（B）、（C）、（D）に示翻もひ 5斬f＝o．7 クリーブひずみ量は、繊維ネットの主軸糸の任意の2点距離をノギスを用いて測定した。また、試験場筋の濃6x1026×100真一2（B）に示す形状に作成した試料を写真一4（A 15みn駆5 20クリーブ盤はほぼ腿じ憧を示した。（％）した載荷径路（図中実線部）で行った。また載荷ステップ毎に104分定荷重載荷を行い、 （C）、 （D）にお図一5 短期クリーブ試験いては定荷重載荷と瞬問載荷】を親合せた。 実験終了後、応力履歴を受けた試料をさらに引張り速度100％／！“inで定速引張り試験を行い、破断強度および破断伸度を測定した。 （図一6中点線部〉 図一7（A〉、 （B）、 （C〉、 （D）には前述の応力径路図（A〉、（B）、（C）、 （D）に対応するクリーブひずみ量、および破駈強力および破断伸度の測定結果を示す。どの様な応力径路においても載荷直後短時間にひずみが増大し、その後はほとんどひずみの進行がない。またクリーブひずみ量もどの様な癒力径路を経てもほぼ同じ様な値を示した。残留ひずみ量は、破断強度に対し0．9の瞬問荷重を加えても ほぽ同一の値を示した。またこの値は、スデッブ荷重による引張り試験のTc （A） （B）／Tf＝0．5の時の残留ひずみ量ともほほ1同一となった。写真一4 試料の装置取付け部補強、重り取付け（A） 窪罵 （B）1稀 ／ 〆 1 （C）瞬問載荷！呪 〆 ノ ノ 1 ’．5o 義・1σ弓．5，5’ ｛，10ぐ’ ’ ‘ ‘ ’o回04’o 1 「 1 （D）瞬問載荷／ ノ孫 ノ 1 ’．5 1 ’卜104 0 ノ ’ ’ ’ ’4’ ’ F監甲10 1○○O 圃一庵 色 e e○ 図一6 応力経路概念図 破断強度については、クリーブ荷重髪受けるとどの様な応力径路を経ても、複数同一条件の試験をしても強度の上昇が認められる。また破断伸度も応力径路にかかわらず、ほぽ同じ値を示す。 （図一7中・星印は破断を示す。） この現象は、繊維ネットは糸が極めて細い繊維で構成された繊維束であり、定速ではやめに引張る従来の強度試験では、それぞれの繊維同志問で張力の不均一が生じる、しかし今回の様に破断強度に対し50％程度の応力を加えることで張力の不均一さが整えられ繊維束である糸の均質性が向上し、破断点が向上したものと考え一3一 られる。なお応力径路中で破断強度に対し0。9の荷重を瞬間載荷するケースがあり、載荷の際明らかにひずみ量の増大が貝視出来たが、瞬間載荷のためひずみ量の測定が出来なかった。したがって國一7（C）（D）の図中の瞬間載筒時のひずみは、繊維ネットのS−S齢線により補完してある。（研’（祐1（A）（B） 1、☆＿1 ！！荷阿／ ／1趣1。2！！ ．！デジ。4瞳Q5Q5石レ0 ’乾0㎡副β！ll誤．《o彦重■重 ■3鑑111♂ゐ！O○0 5 蓬0 150 5 10 15 1％》 ひ ず み（孫 ひ ず み 1％1（孫（C） 斎 ！！』＿1何（D） 沸 蓬 ／ 1 ■ ／ ／ 〆苺 ！ ／Q！重 t4，笥02Q／〆象＼簿 ！’ ／o〆 3 ＼械σ2ノ 6 2荏O隠踊・2 クリーフ．擾‘まほぼ同じ随を示した。重／／ ∠ イ ○ O O51015 ひずみ （％1 ひずみ 1％1 図一一7励翻拷圃，榊間クリづ識 載荷時問 （Hrs）55．長期クリーブ試験 0 1 2 3×10E 前述中期クリーブ試験と岡じ試験装置試料を馬いて行ひ ）τ重＃α17った。クリーブひずみ量は、繊維ネットの任意の2点の 5予4τ傭o．35距離をノギスを胴いて測定した。載荷蕎重は破断強力にず対し0・17・0・33・0・50・0・67・0・75とした・ 10丁所1嵩o，so 図一8にク輩ノープひずみ量と載荷時間の関係を示す。 み各荷重とも・載荷直後にひずみが生じ・その後ほとんど 15ひずみの進行がなかった。したがって、クリープひずみが終息したと考えられる。しかし破断強度に対し載荷筒 20動0・75の船にはひずみ瀟増し48時間胴で噺し（％）下ヴ丁にα67 0努‘ニo．75啄B時問以内で廓断 魔鳳2 クリープ量はほぼ同じ縫を示した．た。 図一8 畏期クリーブ試験6．ま と め 繊維ネットは、載荷荷重の大小にかかわらず、載荷直後にひずみが生じ、その後ほとんどひずみの進行がなかった。また異なった応力径路を経てもひずみ量にはほとんど差が生じないことが判った。今後定荷璽クリーブ試験を継続するとともに応力径路を考慮したクリーブ試験から、適正な設計強度を提案していきたい。文献1．梅沢俊雄、林徳行、舘山勝、等r盛土補強婿繊維ネットの材料特性J第23回土質工学研究発表会 1988 2．村田修、舘山勝「短い面状補強材で剛存壁面を有する試験盛土の施工」第23圓土質工学研究発表会1988 3．山内総元 r粘性土盛土の不織布による補強」 東京大学学位論文 1987一4一 | ||||
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| タイトル | 急勾配補強盛土工法の設計法の設計法に関する比較検討 | ||||
| 著者 | 福田直三・高橋嘉樹・大谷順・大内正之・西村淳・木下栄治・吉沢光三 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 5〜8 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30049 |
| 内容 | 表示 第24回」澱工学研究発華絵H−2（東 寿ζ〉 平成1嘉年6月2急勾配補強盛土工法の設計法に関する比鞍検討 復建調萱設計㈱ 蕉会員○福田 直：三 不動建設㈱ 正会員 高橋 嘉樹 九州大学工学部 正会輿 大谷 順 中央開発㈱ 正会員 大内 正之 三井石油化学工業正会員 酉村 淳 三井石化産資㈱正会員 木下 栄治 ㈱沖縄技衛コンサルタント正会農 吉沢 光三匝遜 ジオテキスタイル工法の内、急勾配補強盛土は一つの特徴的な工法といえよう。この工法に関する設計法は既にいくっか提案され、またこれらに基づいた施工実績も増えつつある。特にジオグリッドを用いたものについては、我が国においても既に昭和59年以来玉00例近くの実績がある。しかしながら、これらの設計法は補強材の引張強度のみの極限つり合い法に基づくものであり、設計上の仮定がいくつか含まれている．従って．施工実績に基づいて我が国なりの設計法を提案する上で．まず各種設計法を分類整理し、それらの内の代表的な例4例と参考のため提案した1例の計5例の比鞍を行なうこととした。また、ジオグリッドによる実例との概略比較も行ない問題点を示した。 き圭 ぐの 盛土を対象とした補強土の設計手法は、すでに数多く提案されているが、これらは大別すると以下の2大グループに分類される。（A〉設計チャートとして図及び表を示し、設計条件さえ満足すれば適用可能なもの。 表一1 補強盛土工法における設計拳法一覧表（A） ingo団 （lga2）補強財ジオテキ （1984〉（段計チャート） グリットフ7フ リソクジオ90旧p田te et al （1986）（設辞チャート〉広田、他 く198のく段計チャート〉 グリットジオテキ スタイ’㌧ジオテキ スタイノ』（設計テヤート）乱eshchmskyεし副． （1987）（設計チ｛一ト）（‘鯖悸ヤーD（B〉Jonesεt ai、（198の （度）一 ㎝ 一平行同長馴テ眸ア時の安全段計強度縦考芸照φ仁’0，025，0．5蝋蝋 労天端 外力条件団3事地疑面くSきope）の安愈惚のみを考匿 肖｝疋一 ｝ 騨妊慧無隈等分布最大強度の50二了〕o・Pa性30−80 ）巳d呂eio曽弓0τwo・Part ）edge1＝0、8φεφ除0025．05φεv｝ ㎜ ｝長胡引張強度殻もよく使われているテ嘆一ト（繍f手法）＊爽国プ∫イドライン：安全綴衝強度 謹使冊鱒の特注強度／安全田 羅fk／（7、 Fg）一 胃 一一面せん斯訳験よ箭強材の荷箆一建び関鎌髪双紬線返似して膵入、捜勾配盛土一欝 一一 一 『㎜か 凡一 一 ｝ 一マー疋無隈等分葡 ｛｝疋無限等分布一 一一 ㎜ ㎜ 幽一疋無隈等分痛任譲、籍隈等分布”剛蟷憧ペースにした動駒縄ヤ手法τ）o・Par乞45・go ）e酵呂e（蹄的に対ずる動的盈の比をチヘ・一ト化）り決定φ一 r u安￡串マンニ7を提蜜円弧ずべり任意の平行脳閥隔簸限斜面30 80㎜ ㎜ ｝ 韓δ需5φ⊂；登騎弄爵馴テ同長極限つり台い モテル円亜すべりδ：2／3φ一憩勾配対敬ら線剛沃端面も考感 F＄一13一 ｝ 一ジオグリ7トφ『一 一 一φ卜平行ジオチキ035実験より求めな強贋30 90｛ ㎜ ㎜円虹すぺりジオグリントポリマー グリッドポリマー グリワド不織範0・窺O くδT）o・Part ）edεe昌urrayの研究のexしξ商on〕ork・砧懐1瓢を謝豪．顧勾配感土1985矩のUmvorslしy of肋la曜eのRε閃r修照平面すべりジオテキ スタイル05ザ 《φ吟C匠 スタイル （1986〉 （1988）摩騰網同長ya煽anoじchi et＆1松本、他φ臣平行平行裂長平行購長引張強度のφ’255D二引張強度の20・40＝以下一中Pしan一 矯」眠I lらに岡5凹 一 一φ『一 r 一引張強度平行同長引張強渡の瑞O Xの亀0＝15・90鼻 〔 昌 〕edge補肚壁に解る‘監匿洋緩”ヘレントグラビ子イ脚土座の服万はテールアルメgoδ＝08φ，平面すべり和o・Partδ；05φρφ「｝e）211らの研究のox低鵬lon甘orkτ）o−Part30・BO平而すぺり二±塾 “φ’捻臼鷺土のせん断強度の09倍し瀞サ平探同長δ二2〆3ψ『対数ら線曜 SC㎞er惚an町etal， （1987）枢互作屠1 斜面角度 …一 甲 一不滝願（1鋪†チ雪一1ウSc熱nel6er et31， （1986）1冨1隙水旺r」魏u／（η）平行Ruegεεr くi986〉度異長水リマー（段計チャート）hurray（198荏）鋪強財強度剰テスタイル（設計チャート）』eりeli et計補強財長さ比強署 雪30・8G ）e賠e｛壬意無隈等分奪蒜宏的にはje兇1協の方法と飼じ．地贋剛こついてRlこ幅rdsonの方1去を探鯨 ｛㎜疋一 一 一倉、勾配φ’一 一 一25度787円弧すべり銅ノ｛ツクウエツジほ＝引臓瓢励冒師“か アンカー脈脆7｝ 幽㎜疋㎝ 一 ㎝地鷹碕の弓懸り強度は齢的に対して1。柵龍陶の方法の応屑触＝贈手甑フローチャートを示す⑭δに弓櫨抜けの検討の魔擁角δに滑動の検討の牒擦角Co即aratlveStudiesofPro勲osedDesigΩ阿et血odofGeotextHeReinforcedSteepEmb繍k旧entFUKUDA．N．，TAKA臥Slll、Y．、0忌ITA蝦，J、，0巨UC田．擁．，麗IS田胡URA、」．，KINOS艮ITA、E．，YOSEIZAWA、図、 一一5一 （B）その設計・施■のみのために闘発・応期されたもので、その概念は一般的に他の設計に応周可能であ るが、その汎痢性に欠けるもの。 この観点により、現在提案されている設計方法を調査整理して年代順に列挙したものが表一1である。これらはまた、その類似牲および派生的研究に主眼を置き整理すると以下のようである． ①Jewe11らの方法（Bo凪跨rteら，Scぬmertma隙ら，ya馳anou面1ら＞，②擁駐rayの方法（Schneider〉 ③Leshc頃nskyの方法，④Jonesらの方法，⑤広田らの方法（松本ら），⑥hgoldの方法， ⑦Rueggerの方法 3． 梅雪こ ゆ》轟 ・P 象（1〉計算条件二2で示した各種設謙法のうち、JeweIIらD H＝7．5凱γ聯1、8tf／鴎3（Two−part貿edge〉，Schmert田＆瀬ら2，（τ騨o−partwedge〉，補強材設計強度TD篇2．2tf／円Ruegger3レ（円弧すべり〉，Les漉hinsky4図対数ら線）および（S衆一55）簸直補強土擁壁に対するJo駐esslの方法をのり面を傾斜させφ罷20，25，39。て応用したもの（直線すべりく修正Jonesと呼ぷこととする＞〉 β・45・（1：王〉の5者について、図一1に示す条件を例に比較検討する． β・630（三：0・5） β耳78。（1：0．2〉 なお、β・7創，φ・30。については、実例と対比するため 設討条件にTP瀟3．2tf／m（SR2〉のケースも追加した。 図一1（2）必要敷設長： 表一2に上記検討条件に対する5設計手法による必要敷設長L蝋駐の比較をした．ただし、安全率の考え方はそれぞれ異なっている。 手法Sch皿er舳翻nおよび修IEJo“esにおいて盛土天端部およぴ φの大きい場舎これらグ）両手底部における敷設長が異なる結果が得られる。また結果にばらつきがあるが、法が短めの値を与える傾向にある。 表一2 各種設計法における必要敷設長L，m玉nの比較β（。〉内部縁燃角φ︵のり勾配り〉必要敷設長 し組in（醗〉Jeweli（Two−P＆rtwe㎏e〉45（111）63（ヱニo、5〉3025205．47．59．6LT鷹2．9，LB需3．330255．06．38．2し丁儒3、9，しB儒3、92（）78（三：0．2）RueggerSchmert照舩ぐぎwo−partwe㎏e〉3025204．85．47．2（円弧すべり〉Lτ瑠4．2，しB躊5．7し丁雛6．0，L，B皿8，4し，丁牒5，3，L8騙5．4L，丁嬬6、8，LB罵7．2し、丁認4。2，L，3皿4．2LT篇5。1，LB属5、1し丁畿6．2，しB嵩6．2￡，es卜chinsky修正Joaes（対数ら線）（直線すべり）6．59．0し，㍗2、4，LB篇 9、9し丁嵩3．2，LB四工0，76．68．1しマ障4。工，し，B躍 7，8LT需4、4，LB聯U，7し丁篇3，工，恥躍 6．9LT笛5，3，しB瓢 9．三L，丁騙4，4，LB篇 5．95．37．6（3）土圧係数K，抗土圧合力Treq，最小敷設層数N頗“LT濡5、3，しB篇 6、8￡、舞6。5，L，き編 8、O3．24．87．O4．05．78．44．6 6．710．3凡例○「4 表一3に5手法によるK，Treq及びNm沁の比較を行い、翰JeweU ム修正Jones図一2にはのり勾配による土圧係数の変化を示した．各手OSC㎞Bertmann 嶋Q3法の土圧係数Kはのり勾配によって傾向の差があるが、のり勾配の大きいケースではRuegger＞Jewe11，Schmertma賊＞修正Jones，Leshchinskyとなることカ》ら、 Treq及びNmhもこの傾向となる。ここでN而nは最大敷設層数であり、慣例的に絹いられている敷設間隔Vl（≦遵，0組〉より大き霊欝鮮 讐づ◎寓 Q2転攣蝸 O．1い間隔を与えるケースがある．一方、Je肥11およびSch鵬rt偲annの方法において最大敷設間隔（V雛ax）を○401．Omとしたときの敷設層数Nを承したものであり、βが小さいほどまたφが大きいほどNとN頗駐の差が大きくなっ5Q 60 70 80 グ）り勾配（。〉図一2各種設計法における設計土圧係数の比較（φ罵30。の場合〉ている。一6一 表一3 各種設計法における土圧係数K，抗土圧合力Treq脚，最小敷設層数N田in遡の比較のり勾配β（。）φ（。）45（1＝1〉輪篇2．2〉JeweU内部摩擦角30K TreqNmln0．077 3．90 3K TreqNmin0．0％ 4、86 4（8〉囲（8〉注5｝250、150 7．59 50，1658，355（8〉200．267玉3．528（8〉0，265玉3，428（1＝o．5〉300．190 9，62 6252078（130，2）0．277i4，02830（8）0、27313．82 8（10〉（10〉0．38519，49 100．37719．09 10（14）（14）0．28014．18 80。27714．02 8（10）250．37318．88 102030（10）0．35θ17、72 10（12）（13）0．47624，10 120，44222．38 12（16〉（17〉ぐTD魂．2〉＜TD凝3．2〉0．192 9．72 6（9〉ぐTD鼠2，2〉0，28014．18 6修正JonesK TreqNmin K TreqN田in0．15 7．59 5Leshchinsky注4｝K TreqNm三nG、040 2．04 2G．玉2 6。08 40、076 3．87 30．17 8．615一 一 ㎜0．1926，5543，24 玉2，玉5 70．24 12．15 70．1316，65 40，16 8，10 50．1849．3玉60．21 10，63 60．25012．67 70．28 14．18 80。23011，63 70。23 11．6470．292三4．8080．28 14．王8 80．367玉8．59 100．35 17．71 100．230玉1．63 50．23 11．645（0．H5〉（5。82）（4）0，22 1i，王4 7（0，16ウ〉（8．56）（5）（10）（！9〉63Ruegger闘Sch鐵er鞠ann0，27714，026（8）（8）〈0、185）（9、37〉（6〉0．31 15．69 9（0．238）（12．86〉（7）皿 一 一附0．33 16．71 9（0．254〉（玉2．86）（7〉0．41 2§．76 王1（0。315）（15，95）（9）一 ｝ 一0、33 16．71 7（0．254〉（12、86）（6〉淀3）Rueggerのチャートは安全率1．3となっているので （）内はこれ，を1。0としたケース注1〉Treq篇1／2Kγ92（tf／1甦） 濾2）N顧n淵Tr・eq／TD十1。 （7＝L8tf／m3，壬券7．5田〉 （＊：底面敷設分）き主4〉N頗nは棚螢材弓1張力を等しいとした壽十算より算出漣5）最大敷設闇隔Vim沁姦工，舳とした場合の必要敷設層数 4，”妻讐摩“の 表一4は・H鷲7・5厨・β；78。・φ嵩30。・γ＝L8tf／m3のケースについて盛土の天端からねiの深さにおいて間隔Viで敷設された補強材に発生する引張力Tavai1とこれに対して補強材のスティフネス」を70tf／組（一定：ジオグリッドを想定〉とした場合の換算ひずみεの値を比較したものである。すなわち、Tavai1とεは次式で承すことができる。 Tavail讐KγhlVl ………（1〉 ε 漏 Tavai1／J ”・…り・・（2〉 5，0ハ ポリマーグリ・ソド 同表より、 Tavai1はKが大きいほど大きい値を示 一導 一一 Q q3 ひずみ分布す。しかし、実例（Yamanouchiら，19866｝）を参考として／4，0校 ○，1『葱α3V主瓢LOmとした場合、ヲξ端からhi≧…4，5∼5．5田で’言3．oTaval1が設計強度TP；3，2tf／皿より大きくなることが05影分かり、Viを小さくするかTDの大きなものを用いる嬢鎚かにする必要がある。一方、換算ひずみは全てのケースでm≧L5∼2，5mでε≧1．脳となるが、実際のシラ辺スによる補強盛土では図一3に承すごとく血i謬1。5∼ll＝7m盛土時O．10』墨 ’ 轄幡、一』 『一一一一一噂魎3マ鴎涛4磁時Q26、Omに対して実測ひずみが0，15∼D、5脳と小さい値と0 1 2 3 4なっている。このことより、盛土材の設計土質定数や のり面からの距離（m〉スティフネスの再評価を行なう必要があるが、設計条件あるいは設計手法がかなり安全側となっていること図一3を示唆するものといえる。実際のシラスによる補強盛土のジオグリッ罫内ひずみ分布ω一7一 表一4 β＝780，φ二300，γd，8tf／聡3，Vl刈．Omのときの各補強材に生じる 張力TavaUと換算ひずみε茨端からのJewell深さ（Kコ0．280）員i（m）0．51．52．53．54．55．56．5（7．5〉Schmer軸a冊RueggerLeshchi昆sky修証JoΩes（K聯0，277〉（K＝0，33〉（K罵0．230〉（Kニ0．230〉Tavai1 εTavai1 εTavai1 εTavail ε（tf／田〉 （％）（tf／皿） （％〉（tfノの （％〉（tf／田） （％）0，252 0．360．756 1．081．260 1，801，764 2．522．268 3．242．772 3，963。276 4．683．780 5、400，249 0．360，748 1．071，247 1．781、745 2．492，244 3．212，742 3．923，24王 4．633，740 5，340、297 0．420．207 0，300，89玉 1．27e，62王 0．891、485 2．122、079 2．972．673 3．823．267 4，673．861 5．524．455 6．361，035 1，481．449 2．071．863 2、662、277 3。252．69王 3，843，105 4。44Tava藍1 ε（tf／m） （慧〉0．207 0．300．621 0．89LO35 1，48L449 2，071，863 2．662．277 3．252．691 3．843．io5 4，44＊Tavai｝繍KγhiV玉 ε瓢Tavai正／J ×王00 （γ＝1．8tf／m3，Vi畦、0冊〉 （」：スティフネス舜Otf海） 本報は、各種設計法の違いによる設計結果の差異について比較検討したものである。今後我が国なりの設計法を確立するために解決すべき課題として以下の事項が挙げられる．（1）設讃土質条件のとり方（c，φのとり方：通常φ材としてのチャートとなっている。）（2〉土と補強材との相互作罵の考え方（引き抜け，滑動時の摩擦懸抗力の考え方）（3〉補強柑の設計強度のとり方（4）敷設仕様の決定法についての検討（V油a㍗L舳でよいか？，滑動や引き抜けで検討する際の安全率の とり方？etc）（5）土蕨係数のとり方（すべり面形状を土のように仮定するか）（6〉地震時の検討（地震力のとり方，補強材の設計強度の割増し〉（ア〉以上について実際の盛土との対比によって設計手法を再評価する。これらにっいて最終的には設計法を提案することを闇的として検討を進める予定である。 以上の検討は、山内豊聡教授を代袋とするジオグリッド研究会の成果の一部である。関係者に謝意を表します。〈参考文献＞1〉Jewe11，R．A．etal．；Design詞etぬodforSteepReinforcedE曲a舷ment，Proc．Conf，Poly皿erGrid Rinforcement，p、7G−81，LoBdon，March，19842〉Sch皿ertmann，G．R．etal．IDesignChartsforGeogrid−ReinforsedSoi1Slopes，Geosynt紅eticp87Conf。 ，pp，iO8−120，Ne曽Orleans，1987，3〉Ruegger，R．：GeotextileReinforcedSoi1Structureon臨c巨VegitationcanbeEstablished，Proc． 3rd Int，Conf．Geotextiles，PP，453−458，V玉enna，1q86，4〉Les姦chi癖sky，D。et al．：St＆bility of 阿e厨braΩe Reinforced S三〇pes，Jour．Geotec跣、Eagrg，，ASCE，VoL1玉1， 評o・11，Nov．，ig85．5〉Jones，C，J．F，P．：Desig昌anαConstruct圭o勘謎ethods，Proc．Conf，ゑ01y皿erGridRei窺force国ent，Paper No，6．1，pp．醒o．1（8）、No．8（8〉，Loadon，団arch，1984，6）Ya田ano鷲chi，T．et a1．：Design and γechoiques of Steep Reinforced E船bankments w議t醜out Edge SupPort｝ngs，3rd lnt．Conf．GeotextΣ三es，PP，王99−204，V量enna，1986．一8一 | ||||
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| タイトル | 単純せん断における格子状補強材の拘束効果について | ||||
| 著者 | 吉本淳・落合英俊・林重徳・荻迫栄治 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 9〜12 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30050 |
| 内容 | 表示 第24圓土質工学研究発表会E−6（東 京） 平成元年6月3単純せん断における格子状補強材の拘策効果について 九州大学大学院（現・住宅・都市整備公団） 学O吉本 淳 九州大学工学部 正 落舎英俊 陶 正 林 重徳 清水建設（株〉 正 荻迫栄治1．まえがき 地盤内に補強材を醍置して土塊の安定性；を，向上させる“補強土工法”において・合理的な設計を行なうためには、その補強メカニズムを明らかにしなければならない。本研究室では、中型の立方供試体を用いた単純せん断試験装置を使って、補強材の種類、補強材配置角度などがせん断強度に及ぽす影響を明らかにしてきた。i） これらの実験の中で、補強材を3列以上の複数列に配置した場合、両外側の補強材によって内部の土が効果的に拘束され、内側の補強材はさらに大きな補強効果を発揮したこと（以後、この効果を“拘葉効果”と呼ぶことにする。〉を示唆する結果が得られた。この拘束効果発現のメカぶズムを明らかにずることは、補強樗の敷設闘隔を決める上でも大変重要であると考える。 本報告では、まず、補強土効果について、土と補強樗の単位系としての段階、複数に配置された土塊の段階、さらに構造物の段階に区別して、その概念を述べるとともに、上述の“拘束効果”の位罎を明らかにずる。ついで、この拘束効果が著しいと考えられる格子状材料を配置した補強土供試体の単純せん断試験を行ない、補強桝に発生する軸力等から、拘束効果の発生機構について考察する。2．補強土効果について 一般に、土と個々の補強材を1つの単位系とした場合の補強土効果については、従来より土と補強材の相互作用による効果として捉えられてきた。しかし・別途報告2）しているように、土中の補強材が引抜き力や慧ん断力を曼け変位を生Uると、見かけの拘束庇と異なる応力が補強材の周囲に発生し、これが補強土効果に大きく影響することを明らかにした。つぎに・複数の補強材を配羅した土塊では、本論文で報告するように岡外側の補強材によって拘束された内側の土と補強材には、単泣系で見られる拘束圧以上の応力が発生するようである。すなわち、複数の補強樗を配置した土塊における補強土効果は、単位系の単なる重ねあわせとはならず、土塊に配置された各系相互の影響が加味されなければならない。さらに、実際の補強土構造物においては、この土塊としての補強土効果とともに・対象物の特性や機能・用途等によって別の補強効果が追加され、総体としての補強土効果が発揮されると考えられる。 σ。肚略段階における融鋤果の概念を簡単な関数形で表現すると次 鮪⊥のようここなる。 単位系としての補強土効果（Ru）は、次式で表わす。 Ru篇f （正，D） （1） ここで、1は土と補強材の相互作用による効果で、見かけの拘東圧と対応する。Dは補強材の周囲に発生する応力変化に起因する効果であり・土のダイレイタンシー特性と密接に関連することから・ダイレイタンシー効果と呼ぶことここする。 また、複数の単位系を含む土塊としての補強土効果（R麗）は、次式で裟わす。 恥5inθL 一一“領R ↑ α、 RM＝9（Σh，ΣβiDゆ （2）図一王補強土効果説明モデル ここで、I iおよびD真は、単位系としての相互作用効果およびダイレイRestrai劉t瞭ectofGrid−Typeof衆einforcing軽ateザialsonSimpteSheaぐTests；A・VOS田瞥OTO争齢。OCHiAl，S。HAVAS縦（FaculもyofEn8ineeriag，KyusわuUniverslty〉andε．OGISAKO（Shlmi2じCorporation）一9一 タンシー効果であり、β1はそれそ”れの系の影響（換書すると“拘束効果”〉を袋わす係数である。 さらに、補強土構造物としての補強土効果（Rs〉は、次式で裏現する。 Rs需9（Σh，ΣβIDi〉＋h（x〉 （3） ここで、xは構造物の機能や用途に関するバラメーターである。3、補強土効果説明モデル 補強土効果において、補強材に発生する軸力特に覗張りカの役割は、大変重要である。これは、ジオデキスタイルを爾いた補強土工法はもちろんのこと、その他のほとんどの補強土工法が・引張り補強土工に分類されることを考えれば明らかであろう。したがって、土中にある補強柑に発生する引張姶力が、その土塊の補強土効果としてどれくらい寄与しているかを定量的に評価する方法を確立しなけれぱならない。そこで、補強材に発生する引張り力が、補強土効果（せん断強度の増加として）においてどのような役割を果たすかを、jewel iらが提案した補強ズカニズムのモデル3〉を単純せん断試験結果に対応させて検討する。 （図一薫） 前項の考え方ここ墓づくと、補強材を醜置しだ土塊としての供試体のせん断強度（τR）は、一定上載圧σ。の嘱h羅・ニニ丼もとで、次式で表わされる。 打 ΣP尺邑・siaθ匪 ΣPR処・COSθ1 τR＝τo＋ ＋ ・ta舞φ （4）ltliげ As Asモーメン1ここで、τoは無補強状態のせん断強度、PRl（PRl＝βユPRO、P只oは単軸力位系としての補強材に発生する引張り力で・β，は拘束効果係数である。）は 90植力 騨それぞれの補強材に発生した引張り力、Asはせん断面の面積、θ1はそれ 一…畢ぞれの補強材の鉛直方向からせん断方向へなす角度である。右辺の第二項軸ノ」と第三項の和が補強桝を配置したことによるせん断強度の増加分であり・第二項は捕強桝に生じた引張りカのせん断方向の分力によるせん断抵抗を 一 lm朗承し・第三項が引張吟補強土の本質とも言うことができるものである。す図＿2実験に屠いた格子状補強材なわち、補強材に発生する引張り力の鉛直成分が、供試体に外から加えら （ひずみゲージ貼｛寸位置）れた見かけの上載圧σ。に追舶する内的上載圧』σ，（＝ΣPRl。cosθ1／As〉を σh 墨 ←2・・引（剛4 補強窄オおよび実験方法 図一3補琴蛋ホオ配置図 補強桝は、隠径3m田のリン青銅丸棒を図一2のような格子状（縦18cm×横玉6cm）に溶接したものを用い、リン青銅丸棒の衰面は・ア 1、o O 袖弛荘オ3垂文ラルダイト（エポキシ系接着剤〉で砂を付著させた（鷹径4mm〉。また、補強材にはひずみゲージを貼り、軸力および曲げモーメントを測定した。 O 凶 o oo ◇補強材1枚 oo四 〇，8E 00 ⑧無補強 慕灘診α6蔓 供試体は、せん断箱内（200×200×2001禰〉に格子状補強材を3枚（國一3）あるいは中央に1枚のみ配置し、気乾状態の豊浦標準砂を多重ふるいを用いた空中落下法により、平均相対密度Dr瑠2％、40％の 04ド Dr富40％ 0．2 睡 （σn菖0、75駄呂flc辮2〉 0 5 10 152通りζこ作成した。 実験は、駈定の鉛直応力（σ。）を載荷した後、変位制御法（1mm／mi“．〉によりせん断を行なった。ま ア （％1 図一4補強土の単純せん断試験結果一10∼ た、 補強季オを3枚配麗1した場合の配置閤隔 ＿＿ でF o 母 ？ 一＿＿一 〇 ＿は5cmで、融材の腿触醐莇般胆①1 亀 1。①麟 i o② iした．なお、実験難曙纏ついて繭1・②l i I △③ l I△③ 1報4）を参熊されたい。 I I I l i i玉）せん噺応力・ひずみ関係：図一4は、 i I i i l Dr謂82％l l Dr＝40％1σ。謁．75k8f／cmεにおける補強土供試体の l l Lア讐15％1 Lγ蕊15％誰単純せん断試験結果のせん断簿力・ひずみ5康験蘇および考察 l lの関係を承したものである。ここで、せん図一5補強材に発生した軸力分布（補強材3枚，σ。＝0。75kg秤cm2）断ひずみγは供試体高さに対する水平変位蕪撫簿蕪蕪騎乙鼠．囎隣鞠が、せん断が進行するにつれて大きくなっ i i l l l i l i ＼ l I I 1ているのがわかる。Dr＝8銚の密な場合にお t l i i l i l l I l i lいてはr5耀戯過ぎると・補弓鮒を31Dr皿82鑑l l l Dr＝40㌻慧l I枚腿し醐合と1枚醒し醐合とで1まLア＝15％l I L師％I lせん断応力の増加に顕著な差違が現われる。 図一6補強材に発生した軸力分布（補強材3枚の繭外側と7襯1銚においては、無補強供試体のτo＝ 補強材1枚の比較，σn冨0．75k8f／c劇2）0．64kgf／cm2に対して、せん断応力の増加は1枚の場合で」τ驚0．02kgf／c織2とわずかで ゆ齢驚讐篇躍鋸1辮。濃騰予：驚iにおいては・τ・諭・34k8f／c凱21こ対して・1！ l u i l』1枚の場舎で」τ＝0・05醜f／cm2・3枚の場合 I I l i l l I l i Iで∠τ＝0．難kgf／cm2となり、両者には密な l l l I I場合ほどの差は見られない・ 礪1整i 旧瞭12）補強耕に発生した軸力分布による拘束 L一 し＿効果ついての考察： 図一5は、併＝82駕の 図一7補強材に発生した軸力分布（補強材3枚の中央と密な場合とDr唄0％の緩い場合について格子 補強材1枚の比較，σ，二〇．75k8f／cm2〉状補強材を3枚配置した場合のそれぞれの補強材に発生した軸力分布をせん断ひずみγ擁5％において比較したものである。ここで、黒塗りの値は実測値を中心から折り返した1直であり、供試体の外形を示ず実線は、γ組5％における変形状態を表わす。Dr＝82％の場合・繭側に補強材がある②の補強材には・外側の補強材①および③に比べ、かなり大きな弓1張り力が発生している。これは・両側の補強材によって②の補強材のまオ）りの土がより効果的に拘束されているためであると考えられる。また、①と③の補強材ここ発生する軸力についても差違が見られるが、これは、供試体上面が図に示す変形をするためであると考えられる。つまり、供試体上面が膨張する③の補強桝の弓i張り力の方が、供試体上面が収縮する①の補強材の引張り力に比べ、幾分大きいのである。一方、Dr魂0％の場合は、逆に若干ではあるが、③の補強材の引張り力が②より大きくなっており、外側の補強材の拘束による効果は現われていない。 図一6は、Dr紹2％・4醍の場合について、補強材を3枚配縫した場舎の岡外側の補強材①、③と補強材を1枚配置した場合の補強材の軸力分布を、せん断ひずみγ頃銚において比較したものである。これによると、Dr＝82％の密な場合において・補強材を3枚配置した場合の両外側の補強材①、◎の引張り力は、補強樗を玉 一11一 本文配羅した場合の単｛立 1・2 05補強樗3枚○灘・則流系としての補強樗の引＿ π吾11強排3枚○溺則直 四 E 災梱照 ゆ ヱ補強材三枚補強材1孜ヨ長助とほとんど差が量宝o 急04㊥実灘直必、認6偽、ほ鯛じようなドα6 ド見られない。また、DボきQ8 ）◇譜繭◇灘臨 q3⇔実濃il焦φ難購組眺の緩い場合につい Q2｛頃向が晃られる。 04Dr皿82％ 図一7は、Pr＝82％、 0漂2 02Dr冨40％40駕の場合について、1σn瓢075k呂f／c国2）‘σn≠075kgf／こm2〉10補強材を3樋鷹した 0 5 闇。 15 0 5 1・ 嘩5喋5場合の中央②の補強材 γ（％》 ア （％）と補強材を1枚配置し 図一8計算榎と実測榎の比較 図一9計算値と実測櫨の比較た場合の補強材の軸力 （密な場合，応力・ひずみ関係） （緩い場合・応力・ひずみ開係〉分布を、せん断ひずみγ刈5％において比較したものである。併＝82％の場舎、3枚の補強材を配置した場合の中央②の補強桝の弓1張り力の方が1枚の補強材に発生する弓i張り力に比べ、かなり大きいが、Dr＝40％の場合においては、両者にはほとんど違いが見られない。これは、霧な場合において、雨側の補強材による拘束効果が補強材の引張り力に顕著に現われたためであると考えられる。以上のことより、繭側の補強材による拘索効果は、土の密度、特にダイレイタンシーに大きく影響されるものと考えられる。3）計算値と実測値の比較： 次に、格子状補強材を酎置した補強土供試体の単純せん断試験結果から得られたせん断応力・ひずみ曲線と、実測したそれぞれの補強材の引張り力を用いて（4〉式によって計算されるせん断応力・ひずみ曲線を比較したのが、図一8、9である。ここで、θ1はせん噺変形によって変化し、φも各ひずみ段階におけるせん断抵抗角・つまりφm。b．とした。これによると、密度に閲わらず・格子状補強材を3枚あるいは1枚醜置した場合とも・計算結果のせん断応力が実測値のせん断跡力に比べ・若干大きくなっている。これは、次のような原因のためであると考えられる。供試体の内部では、補強材3枚間の相互の影響だけでなく、1枚の補強材の内の縦リブ問の相互の影響も起こっても・るため、軸力を測定した縦リブと外側の縦リブの軸力は異なり、外側から拘束を受けるだけ、内側の縦リブの軸力は大きくなるものと考えられる。また、この傾向は補強材3枚間の相互の影響と岡様、密な場合σ）方が緩い場合に此べ、より顕著であると考えられる。しかし、これを定量的に決めることが難しいため、今園は測定した軸力を単純に縦リブの塞数倍したため、計算値のせん断応力の方が大きくなったものと考えられる。この点を考慮すると、計算値と実測憧の一致はそれほど悪くなく、本試験のように補強材に曲げモーメントが働かないような一様なひずみ場の場合、せん断応力の増加としての補強土効果は補強材の引張り力のみによってもたらざれていると評価してもよいようである。6，まとめ 一様なひずみ場においては、せん断応力の増加としての補強土効果は補強材の引張り力のみによってもたらされていると評価してもよい。また、一様なひずみ場に複数の格子状補強材を配置することによって発生すると毒えられる拘束効果は、土の密度、特にダィレイタンシーの正・賃に大きく影響され、ダイレイダンシーが正の密な場合において拘束効果は大きくなる。参考文献 茎）例えぱ、肱yashi，S．et ai（1988）：Functio口s and Effects of Reinforci降g Naterials inEarth Relnforce構enも， 1》roc． Sy剛β。 on Theory and Practice of εartわ Rein磐orcemenも，Fukuoka，PP。99−1042）荻遽ら：土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性，第24回土質工学研究発裟会講演概要集（投稿中〉，3〉Jewe日，衆。A。andWroth，C，P．（1987〉：DirectShearTes乞onRein撤cedSand，Geotechnique37，No。14〉落合ら（！987）：単純せん断による棒状補強材の効果に関する研究・第22回土質工学研究発表会講演概要纂一12一 | ||||
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| タイトル | 土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性 | ||||
| 著者 | 荻迫栄治・落合英俊・林重徳 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 13〜16 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30051 |
| 内容 | 表示 第24回土質工，学研究発表会（東 京〉 平成元年6月4K−14土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性 清水建設（株）（九州大学研究員） 正 O荻迫栄治 九州大学 工学部 正 落合英俊 九州大学 工学部 正 林 重徳1．まえがき ジオグリッドで補強された土構造物の設計な行う場合、土とジオグリッドの根互作爾としての引抜き抵抗特性を十分に把握しておくことが必要である。また、ジオグリッドのような格子状の補強柑を面状に敷設する場合、単に土と補強材との摩擦抵抗のみでなく、土を拘束することによる補強効果も発揮されると考えられ、それらを含めた形で引抜き抵抗特性を明らカ）ここする泌・要がある。 著者らは、これまでに引抜き試験の結果を詳細に考察し、ジオグリッドが土中で引き抜かれる際、ジオグリッドのひずみ状態およびジオグリッドに発生する引抜き抵抗力の分布は一様でないことを明らかにしたD。そして、このような引抜き抵抗の挙動をモデル化した解析・設計法をずでに開発・提案している2卜5）。しかし、一方、構造物の種類や設計のレベルによっては、従来の極隈つり合い法による簡便な設計法でも荷効かつ十分な場合もある。本研究は、前述の引抜き抵抗力のメカニズムを踏まえつつ、極限つり合い法への適絹を念頭において引抜き試験結果を検討し、土とジオグリッ1くの要素としてのせん断抵抗特性や拘束効果について考察したものである。2．補強土効果について 土中に補強桝を敷設，挿入することによって発揮される補強土効果を次の3つの場合に分けて評髄する。 （1〉土と個々の補強材から成る単位系における効果l Ru （2）単位系の集合体としての補強土塊における効果：Rh （3）補強土構造物における効果：Rs 単位系における補強土効果は、従来、土と補強桝の相互作用による効果として評価されてきた。しかし・補強材が土中でせん断力や引抜き力を受けると、補強材の周囲には土のダイレイタンシー特性に起因して、単位系に与えられている拘束応力とは異なる大きさの応力が発生するので、この拘束応力の変化によって発揮される効果も考癒する必要がある。したがって、単位系における補強土効果Ruは次のように表ざれる。 Ru＝f（1，D） （1）ここに、王は拘束応力の変化を伴わない場合における土と補強材の相互作屠効果（lnte俄ction肝fect，卜効果），Dは拘束応力の変化による効果（ダイレイタンシー効果（D目atancyεfrect，D一効果〉と呼ぶ）である。 一方、複数の補強材が用いられる場合、ある補強材の周囲に発生する拘束応力の変化はまわりの補強材の影響を愛けるω。したがって、単位系の纂合体である補強土塊としての補強土効果は、単位系の単なる重ね合わせとしてではなく、それぞれの系の相互の影響を考隙した形で評価されるべきであり、次式で装される。 RN竃＝9（Σ：li， Σ：βID、） （2）ここで、Σ1β，Diは、ある補強栂がその周囲の補強材によって拘束されていることによる効果を表しており、拘束効果（Restraint Effect）と呼ぶ。また、この意味で係数βiを拘束効果係数と呼ぶ。 さらに、補強土構造物においては、たとえは、補強土擁壁にお妙る壁面材の効果・補強土基礎地盤における補強材の押え盛土的効果などのように、構造物の尾途や機能に応じて発揮される効果があり・次式で表される。 貧s＝RN＋h（x〉 （3）ここに、xは構造物の周途や機能に関するバラメータである。 本礒究では、上述した補強土効果のうちの（D単位系における補強土効果について、特にダイレイタンシー効果に重点髪置いて試験結果に基づいて検討を行ったものである。ProperもiesofP疑ll−Ou七ReslstanceofGeogrldinSo目；EijlOGISAKO（Shi目lizuCorporatio籍），旺idetoshiOCHIAlandShi8enori罐AyASHKKy麺shuUniversity）一13一 鋤503． 試験装置および方享去 使馬した引抜き試験装麗を鑓一1に承す。試験土槽は長さ50c馬幅30c欄，高さ20cmで上下二槽に分離することがで ダイヤルゲージヨ懸きる。上載荷重はラバーメンブレンを介して空気圧によって負蔚し、スクリュージャッキを用いて1mm／面nの一定速度でジオグリッドを引き抜くこととした。土中のジオグリッ麺トの変位はジオグリットの節点に取り付けたステンレスワフ ノラバーズンフレンステンレスワイヤー ステンレス1》ガケ・班ゴoo一ージここ接続して測定した。弓1抜きブ］はほ一ドセルによってo桝イヤーを頁ちゅう管を通して土槽外に引き出しダイヤルゲ聴手』1測定し、また、土槽の底面に土圧計を設置することにより、土圧計 （単位：cm）土槽内の鉛薩応力を測定することとした。 試験に胴いた補強ホオは一軸延伸グリッド（S時2〉および二図一！試験装遷軸延伸グリッド（SS−2）で、試料土としては気乾状態の豊浦標準砂（G5＝2．64，Uc＝1，7，D5B紛．18mm）を屠い、多重ふるいを尾いた空中落下法により、相対密度1），を8幌と37器の二種類に変えて試験を行った。また、補強材の敷設幅Bはそれぞれ玉5c臨（SR−2）およびi4C階（SS−2〉とし、上載圧は各条件に対して4∼5段階に変えて行った。4，試験結果および考察（1〉引き抜きせん断応力と補強材変位の関係変Ur位 典型的な引抜き試験の結果を模式的に示すと図一2のようになる。ジオグリッドの一端に引抜きカFTを作用させたとき、ジオグリッドは伸びながら引き抜かれるためにジオグリットの節点変位は下に凸の曲線（a〉となる。このとき、ジオグリットに発生する張力は、ひずみの状態に応じUoて後方部から前方部へ向けて大きくなるが、変位の進行にと1もなって、先端変位の大きい先頭部の張力が極限状態から残留状態へ移行していくため、緩端（a〉変位分砺張力分布は一般に図（b〉の実線で示すように逆S字の変曲点を持つ曲線となる。この張力の分布曲線における任意の位置での接線勾配がその位置張力恥においてジオグリッドに発生するせん断応力を裟しており、したがって1 ＼せん断応力の分布は図（c）の実線で示すように上に凸の曲線となる。ここドで、張力分布を示す曲線（b）を一点鎖線のような直線で近似すれぱ、ジオ1 一＼グリッドに発生するせん断応力は図（c）の一点鎖線で示すように、直線でFR ！一一一一一一一一一一一一；近似した範囲において一様な分布となる。したがって、その場合のせん先端断応力は、直線近似した範瞬の張力差をその範囲のジオグリッド両面の後端（b）弓長力分布面積で除することにより次式で計算することができる。 τ＝昼 2BL芋（4〉ぜ I I …一一 Iん擬応力 ここで、 FT：引抜きカ FR：直線近似した部分より後方で負荷される張力 B：補強材の敷設幅， LT：せん断応力算定長 l いま、補強材が破断せず補強材の全長Lにわたって引き抜かれる状態を考え、 近似的ここLマ≒L， F R舞0とおけば、 （4〉式は∼欠のように表され先端後端（c）せん断応力分布る。 τ罵⊥ （5〉 2BL一14一図一2引抜き試験結果の模式麹 0、6 σn。纏．9㎏r！c配20、6 p口．爵・Q・諭ロロー珈 引 抜 ぎ 04 ロロ σnO貫O せ 畠 勇 ひロロニピ ビずたが ／・一・・努罵ロ0口 引 抜 き 04 せ 為轟為ムム麟ム鱒。△齢△亀⑭ム＾⑭Aム ん 斯 αnO＝0。5k8∫！c団∼ 応 力 ／ 0、2 ψ。・・…。。0。。σ00000ρ00ρ0。。σ。。。。0。5㎏f！㎝24！酔 穏1ニニ τ 0『2■薪・・・・・・………論・・・・・…。（kgf！c日2〉（kgf！cが）002憲030123変位 u（c醒）変位 u（㎝）図一3引抜きせん駈応力と変位の関係（SR−2，Dr・電0％）図一4弓1抜きせん断応力と変位の関係（S衆一2，Dr霜7器） 次に、補強材の先端と後端の節点変位斯とu。を σn魯翻LOk呂f！c㎡2 ／ ロ．．。・・窃・。 ㎜ロロ㎜㎝用いて・補強材の平均的な変位を次式で定義すれば、変位uは土と補強材の要繁としての相対変泣とみなずこ』とができる。08鉛 u瓢正／2（Uf＋u。〉 （6〉直応力 σ降o；05匙8f！c風2 ／06 、〆，e∋∋餓醗f贈肥鷺鴬1、、、、 図一3および4は、（5）式による引抜きせん断応力τと（6）式による変位uの関係を補強材S R−2，砂の相対密度D，認0％および37％の場合についてそれぞ幽』邑評旦q帆一、0（綿f／C霞2） 04σnドα2k＆f／cパ／れ承したものである。両図ともτ∼Uの関係は双曲0、線状を承しており、砂のせん断試験における癒力∼0ひずみ曲線に類似している。03（2）鉛直応力と補強材変位の闘係変位 u（cの 試験土槽の底面に設置した土圧計の測定値から土図一5鉛直応力と変位の関係（S民一2，Dr＝80％〉槽内に発生する鉛直応力の平均値σ，を次式で定義する。三、5 σn瓢（Σσ酬Al）／（￡Al） （7〉、3 ここで、 σ。1：正番霞の土圧計の測定値㌔ Al：i番目の土圧計の分担面積鉛置応力 図一5は、上式で求めた鉛直応力σ，と（6〉式による補強材の変位uとの関係を補強材SR・2，砂の相対密度D汗80％の場合について承したものである。鉛直応力は初期の変位段階で一時的に減少し、上載圧㌔・・・・…＿．。＿。。溜1轄訴歪 まo．9（㎏f〆㎝窪） σ鳩二LOkgf！c口∼軌 △4A凸＾凸。△為△4為4乙 0、7σ面よりも小さくなるが、その後変位の増加ととも05 σ“魯講0．5kgf！c〆。。。。o。。o。。。。。。。。。・・・・…誘。．．．．．．に増大し、ある変位以上になると上載圧よりも大きくなる。この傾向は、密な砂の携水せん断試験にお0、3 0 1 2 3ける体積ひずみ∼軸ひずみの関係、あるいは罪癖水 変位 u（c廃）せん断試験における平均有効主応力∼軸ひずみの関躍一6鉛直応力と変位の関係（諏一2，Dr＝37紛係に類似しており、土のダイレイタンシーによる影響を表しているものと考えられる。すなわち、密な砂中でジオグリッドが引き抜かれると蕉のダイレイタンシーが生じ体積が膨張しようとするが・ジオグリッドがその体積膨張を拘束するため土槽内の鉛直応力が増撫すると解釈することができる。 一方、図一6は、補強材S R−2，砂の相対密度D，337竃の場合の鉛直応力σ，と変位uの関係を示したもの一i5一 である。鉛直応力は変位の増加にともなって次第に② ①0、8減少しており、全変位レベルで上載圧よりも小さくなっている。この傾向は緩い砂の携水せん翫試験における体積ひずみ∼軸ひずみの関係、あるいは霧排水せん断試験における平均有効主応力∼軸ひずみの関係に類似しており、負のダイレイタンシーによる鉛直応力の減少を褒現しているとみることができる。 A3 抜 き ぜ ん 断 04 応 力 ヤじりり ＄∼ Aoぞi〆、… 7 0・9（kgf！cm2）蔀 △0ずなオ）ち、図一5，6に示ざれるような鉛直応力の2000、20505 鉛鷹応力 砺（k器f／cm2〉変化はジオグリッドが土を拘粟しているために引き起こされる効果であると考えられ、この効果は土の亀’ 引 06緩一7引抜きせん翫応力と鉛直応力の関係（SR−2，Dr電0％〉ダイレイタンシーと密接に関達していることがわかる。①0、89〕（3）引抜きせん断応力と鉛直応力の関係 図一7および8は、引抜きせん断応力τと鉛慮応引 06抜力σ，の関係を、補強材SR−2，砂の相対密度D，ニせん80％および37％の場合についてそれぞれ承したものでA3壼AゴB2窪A2断 04応，八∼，力㌔％ ピじ ㌔q轟匹一，轟↓・ある。τ∼σnの関係は一種の応力径路を示しており、 τ 0鉱 ：（kgf／C醇∼）図一7は密な砂の、また、図一8は緩い砂の非排水oせん断試験における有効応力径路にそれぞれ類似し0 も1 80、5 0 52、0 鉛償応力 σ，（㎏f／cのている。ここで、鉛直応力の変化量1σべσ，②1は前述したダイレイタンシーの効果によるものであり、②図一8引抜きせん断応力と鉛直応力の関係（SR−2，Dr＝37％〉もし、この効果がないとすれば、応力径路はσ，霜σ，日軸上を移動するものと考えられる。したがって、 図中で、最大せん断応力を表す点はダイレイタンシーによる効果ここよってB点からA点ここ移動することfになり、 σ譜σ泌軸上の長さA’Bがこの効果によるせん断抵抗の変化量とみなすことができる。すなわち、 密な砂では正のダイレイタンシーにより拘策圧が増加し・その結果せん断抵抗が増加するが、 緩い砂では逆に負のダイレイタンシーにより拘束圧が減少するため、ぜん断抵抗が減少することになる。図中で最大せん噺応力τ，、，を嚢す点Alを結んだ直線①は、土とジオグリッド問に作用する引抜きせん断抵抗とジォグリッド面に働く鉛薩応力の関係を表わしており、また、σ，＝σ面軸上の最大せん断応力に対応する点Aβを結んだ直線②は上載圧σ，のとτ，、、の関係を表している。5．まとめ ジオグリッドの引抜き試験結果を検討することにより、土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性について考察を行った。その結果、①土とジオグリツドの要素としてのせん噺応力と変位の関係は砂のせん断試験における応力∼ひずみの関係に類似しており双曲線状であること、また、②ジオグリッドが土を拘束ずることによる効果は土のダイレイタンシーと密接に関連しており、正のダイレイタンシーを生じるような密な砂ではこの効果によりせん断抵抗が増加するが、負のダイレイタンシーを生じるような緩い砂では十分にこの効果が発揮されないこと等が明らかになった。 今後、さらにこれらの結果を検討し有効な解析法や設計法への膿開を図りたい。参考文献1〉林ら，土と基礎，Vol．33，糾o．5，PP，21−26，玉985．2）坂井ら，土質工学会論文報告集，Vol・27，No・3，PP。147−155，1987．3）Ochiai，経．＆Sakai，A，，Proc。8thAsianRegion斜Conf．onS解ε，P叫83486，1987．4〉Ochiai，H。eもa』阿e田oirsoft新eFuculもyofEnglneering，KyushuUniv。，Vol。48，擁o・2，PP。125−139，1988。5）荻迫ら，第3回ジオデキスタイルシンポジウム発衰論文集，PP、8−14，玉988・6〉吉本ら，単純せん断における格子状補強材の拘束効果について，第24回土質工学研究発装会，王989．一16∼ | ||||
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| タイトル | 織布を布設した軟弱地盤上盛土の支持力実験 | ||||
| 著者 | 荒井克彦・町原秀夫・加藤仁司・前田正利・笠原清麿 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 17〜18 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30052 |
| 内容 | 表示 * -' 4(1 t :1:K-14f-/** _.*=^A) {Z+t65f=･;^*.'ej! c).# ;,>I '+pf, PJ ,tQ 4= ]*lJ)1=,/P e L 7;eh'i< ' *1*._ :tflt bLa) L < ;2t l/; *:.?* X:t "=o?*2ss*e*]*4 .'l; Ir. r , , 'I={. * ***l//:'zt c]? ''e' t'll"Li llt:-5s s;;t ; ;r'l'F : ' s;:tt'' i9 l:::::::::: :¥::::ii:i j:4 :::i¥¥:"e:"t7'] -e'}LIB'"Q:5 l -ii: iP::¥::::::･:iii:i::j:: h ; L ;s5 D 'L';s/;tsf r Fot;-･･- _ (r)t,8ti{lC )st 'hf +1L_lc )- '1' :::i¥:e; IJt¥¥::::¥j:l¥hL/ t: 1! E'' ()f 'L;l i i I Tl'': ti J: f h ; ** *7i(Oi: , l'- -(!n),tt it'l]l;?-; - LtC )F*1tSO*: 'i , f : mrl.1JLi 'p t :I ; 2n;i _ o* . *s 9e# _: 1 e jILt_; LJ!oe J ll Too lOQ&; ,j ( .･ {/e )e*- e7e, 02Q5 .eSII:I i rl 'i""t'iff^. 4¥7 *';),h,sf'41'; 'i?i(ke 'i)' s;;tp; ;__--- s; ;t sf 'e 'xa ;ej:::¥$i:'$¥ ::!5 orf )lr: U; ¥¥¥ '; ; ::::':¥¥¥, ..i::' ; t:t' jj)h : ¥¥¥¥ ;¥¥¥:¥¥ '=¥¥¥:' t¥¥: _. r::; ¥¥¥ ,iL¥ ::¥ i " -f + lf}* '- r, , i9e "____.__ h;: ;_7'%% ititt(t( ' tr-tr-- (( ELEL ri'ri¥ t':i ¥;'---'-'-"¥'..; ¥::jt: o'3kgfleo.3kgf/* ) .t( - i) th a3 f/f J T-ti if t= . + + j_'l ';K!! f ""' t -" --B+ i c' i: o.1.i: ]'. .. ... r(1) (2) '--' (3f?f'*'* rp ,C'i__, 1 -,h :t(1'r)Qa) 'L f=, l */o*^ 'J :J:1=¥:i :4'I: ;4, J:'J; I:LTL,:L t ft rj ¥ t' f.i-I>) a)/ *tt}18 I ,--."4, (T).",.._(Crrr il_ + =F: ･･･'1 KJ /)fE J:i IJ06k*(cn )' ++.(**?v &* ;T _ '****.4e, ,e ' S/ ;t 7 +f 'L ) D?i ( r] fsi.' i_"' :t o.g = rl,,t)i '), ie,4 ,･ c7? !)tt ' tl +,++. ti,r-'1---ri$.?f " l*. AL 7 **[td;+.* :r.c) I:lih o,g !;/e '>/)t, ,+¥Z **** .tf#pa)_2it , -d '//)tl;I s; !* i_r - ; _....o ll;'L'e Tl$ 7. il rffl=a{,-,_.,O^6t,"T' . Jt,"T'' i't S; :tI:i t'ijrf )il--; ;L : .,_} ¥: --- --=' l. - 3 [: f 'J 19"'- Ilr6ts ,.=:!:T.'-1 30LJ frf.=.._._=0zi *,.tt;*- [IL __'li; '/Ili',*. '*.*il'i i [ _ I l-･ - I -{1j al r Llttf) P. Lo,t l 'le I;t.･t.i!odel Te t of Ceotextile]- S ':iL 7.1 ' i - 4i:;j;: e7 . i;;;,' i..a)in E nbankment Reinforeement on Soft cl _1;' dep0$it;} .Arai ,( T( teh(kurnagaigumi Construction Co Ltci) ,:L=1. ieda, {.R:a ahar'a( iaeda T{ou5en Co, L,td.-17-). mac:h ihra ( Fuku i Vrliv*l .-/iIt ,,i'1;:= :F," l..L SIS ,h+frj; h a,' {: c' :" , O.l,h if)4Ie h' 9 Il c' r) T6c ' 7 A. f5ih c''.='l , '*'teipf;*l_ry 31: if/_,,'__L1 drS*'fs;i Ji-(c ),.2. a.7kc l'I .' I:At: t L lfl ;Y/ A ,"Ir. .l:iL Z l'f: h- l: t,A.+'(itt7L 7 ,' . ! - 7i)tJ ¥1i,a),.,/ Q I(f/ ;･=t ifflal oneesos.r o' o6l Si ",i' ';c1Ita7p a)t4p, f9 *¥ 7 ¥*bi ;1' tf)/f,].:ta)L, F '11?-',i=S.if*) /..; a)1=C bi t);'7i [l ]!1< yixp/ * I , hL2{I-7' ' /tr¥J -i'ti 44;14<T6)1*S'?!f}f ･iFi:¥L r=*') ,bth}i..Sf ;t fi - 8 ;i( I)]3<yf,'), fif)),7 k tf' J bf,9 ;:J2<y 3.r,if ip If,. a7 h, ;') ,*; if) .,]1P+* t} ¥1.7 t ; :,i=4 ;a)S!i:t7 Z t' 3..: R ;5 r¥'F ?K i f ･' []0< y3i l=::Jl:. <al¥ Z' iflT " TT'(q I:* i , r9?jI." A / 9i=i _ - !o f=, li 'r jJ r kg r/c ! 2/L* ; , ,-, it t A iF" , . ; a) l ' i/i A*Ii '. ,.;rf ,lr 5 O ----- S; ;t"___ * I [ ll { - 9:7 f ,lrf UIJ' T;4..l.o 8 {r=t : U05OG '¥ _of =ti ';¥¥.-'-( 'v ';IjJ o.;"- }=sr/c*'{'= ;o? ¥-._¥_h ' f luti r';'iI o ;,, /?,:oJ , G ,!!i!!!i: 'i< ir _ J_: .'.:/ 'k : v=¥ ¥___.e ILi'¥i' i .." :L iojo'a) E A [](c'] , 'Ei= '--'c' fj1 o7 f}ll[llleF;it _ii ] ( t,iii* - S: si ;t ; q //6-18-li ')Lr--ti; 4j i 1.,rui{ ;t a)i ;}[hl ,23 ]L | ||||
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| タイトル | 軟弱地盤上コマ型コンクリートブロック基礎の支持力実験 | ||||
| 著者 | 荒井克彦・田中彰・町原秀夫・大西有三・西尾忠・安川郁夫 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 19〜20 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30053 |
| 内容 | 表示 第24翻土質工学研究発褒会（東 京） 平成元年6月6K−14鰯鋤盤上コマ理コンクリー一トブGツク基礎の支持燦、験 福粧穴学工学部 荒井克考 福弁犬学工学部 田Ψ 彰 同よ二 町原秀夫 京都犬学工学部 穴面有三．O 同上 面尾 忠・ 伏見工業高校 安1叫郁天．i．まえがき＝軟弱出盤上にコマ型コンクリー←ブロック基礎（コマ盤基確と略）を設置す蓑ごとにぶり、貌下備しく赫妙、購力餉肩脅が知5叙いる。祝下抑蕾1メ肛ズムば．雌の復肪餉抑剃1護づ×こ鷺先1覇らかにしぜ購力について徽嫡い摸蝶、駿灘し＜．日騰購謝4馳くカ・，ぜ報で舶マ里基確と砕石塞礎の軟弱斑盤上での破壌粥式壼室内摸製袈験で瓦藪することに募リ、コマ型基礎の支符力向Lメカニズムについて鍋べ役結果、及ゲ、弾塑ノ隆構・成式（粘r駿を考慮しない場合の闘G・太田モヂ’ル）による99次元犀盤数値解瓶を行い、戻、駿と鈍駿し夜縮果を．報告する．塵＝魍一1に示す工糟にコマ型プ臼・γクを殼置1瀦蕨麟講灘鄭雰継玄讐趣 一一…・… 一一癒罷雛㌻婆 幽一・ 湘基礎とした．緬茎碕ま、上述の碗雑盤緬1薇し悔ものであ各。工糟内の軟弱斑盤獄、練り返し危粕エスヲリ マ カ 1一齢5監蓉で段謄的に圧蜜し暫乍成しなもので．臨宏’均 軟弱地盤樽出盤を作成マ聴葎．酔1申に示殊うに7ルミ棒εゴム・段盤でガラス面にとりっ1す斑盤内変位乞計測する．基礎荷動ま5分ごLとにα05ゆ論ずつ段階菌に増力礎￠花． 図． 実綴置 1融m”13．実．臨果：コマ型基礎と砕石墓礎に鋤↑る載荷圧カー 1戒荷圧力 kgf／e旧2ラ解翻｛絃聾2堺す・各荷鰍階勧趨内変位躍ん蜘ず禰毬図・＿．・・5−3∼8（コマ型甚礎），図一？槻2（砕石甚礎）に承す。コマ型基礎尼」は0，55 、K殊，艀石基礎ぞなα45k轍載荷時に級壊状薙．になった．姥表面流下量の値そ考 10慮して図一4と9を貰藪す参と．砕石基礎に沈ぺてコマ型基礎の錯直変位が残い層にし服んτし、な哩とがわ備。コマ型甚誕の備、碗襲蹴づ’いても表層 踏の卿伽な榊槻綻い騨・恥齪蜴齢α袖矯か’ら薦峻暦多がz。＿コ輔蓬纐艇震くなリ、斑盤麺での隆起がみられ焦．二のこと劇マ型基軸側 バ∼砲方変形；抑制勧果を意頃…す3．琶ん断ひずみ’分布で勘、砕石基礎て1は、せん断’ひず ヨのみ纏礎偶離雄雌1簿で及ぶの剛し、コマ型基罐漁墓礎イ髄酋央音β淑’景照ガ・ら鋼嬬向嘘鱗舛みが縫しび駅図一6）．獅齢露、筋図㎜2舗励一沈糧i懸変形めたあに局所￠ん断礁鉢近し、剣二耐し、コマ型基誕で瞬鰯斑盤にもカ’かわらず全般琶ん断破蜘磁いようであワ、ユのことが支特力客向Lさゼる！つの要因に恥てし嘱と廻あ解．一：荷重一表面況下量の計算絡果窟図臼5に承す．α7吻載荷時の、変位、破壊（隈界状態）縣、間隙、水鋪艇酔14−2σに詩．図日4、15で、コマ型基硬納膿の表層で、側方魏威下秘嗣して嶋窪1燦簾繹胴o噸向称しτい各．酔20で、基礎跡働コマ型塾麓の間陳蔽碗生がン揮い畿も、側方変碗剛1謹ブいて御レイタンシー欄酬棟てい鷺聴斥していると勘絹．酔16、1ワで、鐸石碁磁では祓壊翠薦，が基礎鴛部に集中しマい3のに対し、コマ型基碓では荷重が有散ざれ、斑繋盆葎に弾エrnし）rov臼ment in gearing Capacity by empユoying the Foundation w工th ”罫op一…ヨhaやed Conorete 3まooks l K，汽rai，H 卜i＆chihaごa，7．トほshi（），歳．』1のnaka｛Fuku三 Univ，｝，Y，Ohni＄hilKyQto ぐni、，｝ and 一，Ya＄uiζa騨a（Fusimi 了echnica1 ｝｛ighSchool〕一馨9一 : t x*h: .*h]7: ¥^{) h";o Tk' cm 2 *rr'r¥ ¥ 'l:j t:6 pL.j nII¥1 1 ! ji i x'r-ii :17 :!'Ji f4f'Td L;'1 _ oo n)i" ' JI r l=-- 5stj= 1 4 ;ic p; ' '"*e. 7ksf/e 2: l,'r nf :1 '_f/_-rJ t-t Pdj--:'7Xt-JI , SS il _ eO lcL 5ma"il5;[･1 G L! :__o' ?kg f/sm 2u!Ui c,o' 7kg fltEu2 ;o1 ?'j / Iir/ ul2},V ll(' 1}", ;}f'l 8i( O' 5 g ! / ::m 2),, !ii' (, ' !* t}( O. 55 l'/tm 2)t; ul - h( ' ¥:¥¥:' ;t u. 4:t'l[lrLL[] tl . fS 4 !L'[e r ill t7 r i'tl !il71(gf /UI2/ o' 2f Jl;i(fL+'_'*I ¥2 ¥Fs$]' :L iill:*/ o'] - J S {f:IP +:'1}:tlf u_ :J ?;s:t; ¥![-i 14X fi (;."!'ft, "Io' 7kg fltnl 2i '< i:)!;E]v i[T; '¥J"I'J-f) 1* rl olt: Fi(r t}T fIf!} i '!il ,1( h:i] ! i i'./* '[r !" 'l' !"*]- 2 i! / li'i,i} f( o' sl+ !/ '=" 2) ( o. 5kg r /'* 2)(F, ' l/t; :1 2)?kI/ f=]'] 2,1O. 4 ¥ ･', O. ?k.*O. :' r',' r; J*p_** fq':2"F*"Ia i-+ti(} {cn')li '!" , ',:rii r*t) a) '!( *I{li',.L :a)1 ) : L l ) 4,,:: i)( i98q) .pf# ･r i.f22 l il 1:; :t'*1 *IL_ :r*rA r FI!rtt ( *.]*i j 1 ej I J f J r* !i .(i:;;::.'... -; Ill!1. .",: :1 a) f '!, ['i "C e'; I lf l* i ' 'If t} rif i:xf5. a i : *'e : :117tfr/*'fi*== )*L. r 'li --L-L-- J--J,o _ :o o zo 30 ' 0 ,o*1'"'r][ ( Io=(), { **qt)f=*= ==. ; :'0.5:*=' '-*"'= - f"t+ '!"* rf +'" :!O. 2- ?:Ii :1'fi'u o. I o. 2 o.:; o. * u. 5 o. ; 0.7 o. Ba)<;!]7( i986) ,fi:;:a) ii{tCP ]fslc 1k : ? [ a{:;'5 ;:- :/ //f::"y 4, . pp .i i3 1-20-a)Ci) r h /7] ;fjS 17fo h))L;;, i'5 : . pp.111 , 2) # ･ B!T , | ||||
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| タイトル | トラス付き鋼板の補強土効果 | ||||
| 著者 | 伊藤民夫・中沢隆雄・横田漠・藤本廣・小野義夫 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 21〜22 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30054 |
| 内容 | 表示 第24回土、質工学研究発表会匠一5（東 宗） 平成元年6月7トラス付き鋼板の補強土効果 富崎大学工学部 （学）O僕藤混夫 （正）中沢隆雄 （iの横田 漢 （正）藤本 廣 住友建設㈱ 小野義夫1．はじめに 補強土工法において、土と補強材との相互作用による土塊全体の安定惟や強度を高める補強材の開発、研究が注目されるようになってきた。地盤に対する補強効果は、補強材の引き抜き抵抗力に依存することから筆考らは、大きな引き抜き抵抗力を有すると考えられる、鋼の帯板に鉄筋で作製した立体トラスを取り付けた補強材を、プレート付き鉄筋立体トラスとして提案している。蓋121本論文は、この補強材の盛土補強工に対する有効性を調べるために行った引き抜き試験の結果を、テールアルメ工法に用いられている帯板の実験結果と比較し、検討を加えたものである。2．実験方法 ｛il補強材：テーノレアルメ工法のストリップ（以下「rAと略）は、長さi280cm，編10cm，厚さ0．32cmの帯板（材質SS41）と、幅および厚さは同一で長さが170cmと短くしたもの2種類を使用した。一方、プレートトラス（以下PTと略）は、図一！に示すように、TAとして謂い 鉄筋立体トラスのひずみから引き抜き抵抗力を求めた。 園一1 プレート付き鉄筋立体トラス ｛2）土槽および引き抜き方法：長さ280c臓のTAおよびPTの引き抜き試験には、3．Om×3．Om×0．3償の土槽Aを持っ実験装置を使用し、2種類の補強秘を土表面から15cmの深さの同一平面上に、互いに1．5飢ほどの聞隔をおいて平行に設置した。土表而には、1、15しfの垂遭荷重を作用させ、引き抜き速度2田m／職inとして補強材を引き抜いた。長さ170cmの補強材の実験には、図一2に示すような鋼板で作製した、1．Om×2．0撹x玉．Omの形状寸法の土槽B（ただし、一方側壁のみアクリル板を使用）を使用した。前壁は可動とし、土槽．ヒ面には油圧ジャッキによって等分 300 変位 ＼ ，・塁自ll’liジャッキ ，就畔 凸、“＝粋、変｛傭 覗板 ／ ｝脚♂：− ’ 滋 TAは、図一2に示すように、・・皐畠一・20阜∴q筋1一轟 引q披き方向 寸法嫌位（cm 8 ）それぞれ50cmの水平闇隔で土．。つ賢働板1旺ジヤ＝坪 平衙図 泌圧ジャフキ 平 衙 図表面から50c珊の深さに互いに、一一i、、証．平行に配置した。土表面には、’品』腎壽漉圧ジャ キ油ノliポンプ藏荷板19tfの垂直荷重を作辮させ、 引き抜き方向引き抜き方向‘1ξ瓢i園引き抜き速度3．5m冊／minとし ・lq顎i園i驚舞難：無蓋欝瞬 1洲群位（cm｝載荷板能一葬 1…繍強孝ガ岡婁ト8 1蜘 量 ’tアクリル壁 アクリル壁強材上およびその澗遊に土圧 鋸断園 姻而園 （a）土摺A （b）二囎B舞を設置した。 図一2 土槽A，Bおよび補強材設置位澱 131試験土：最大粒径珀．1m職の乱したしらすを使用した。しらすの特僅は、次のとおりである：比重Gs＝2．464，最適含水比W。p、識26．9％，最大乾燥密度ρdm照篇ま．27g／c㎡。しらすを締團める際はタンパーと散水量により密度を管理したExperimeatal Study o紬 the εffects of Earth Reinぞorce醗e【調、by the Steei Plate with Pyra恥idal Trus−ses．Tamiolしo，DepartmentofC圭vilgngineering，穫iyazakiUni、ersity一21一 が、ρ＝董．13∼1。299／c㎡の範囲となった。尚土槽において補強材設農而はタンパーで締國め、補強材が水単になるように整地した。3瞬実験結果∼ヒ考察 図一3は、菱》T，TAの補強材長さ170cm、換算」二被り厚約8．5恥の場合の引き抜き抵抗力（F）とその水平変位（δ〉の関係を、図一4は補強材長さ280c粛、換算土被り厚25．6cmの場合の引き抜き抵抗力（F）とその水平変位（δ）の関係を示したものである。両者ともT〈の引き抜き抵抗力は、わずかな変位に対し顕著なヒ。一ク値（FI＾）を示している。これに対しPTのピーク値（FPT）は、比較的大きな変位で盆じている。また、換算土被り厚を25．6cmにとして、長さ】70cmと280（；mの補強材の引き抜き抵抗力にっいて検討した結果、TAの場合、補強材の長さの比とそのピーク値の比は、ほぼ同じであった。図一5にそれぞれTAとPTの引き抜き抵抗力のピーク値の比較を示すが、この図からいずれの実験においてもPTの引き抜き抵O＝補強．材腿さ280㎝抗力F凹は、FT＾に比べ約2。5倍の大きさを持っことがわかる。③ ⑳ ’㎝ △： 厚 17幅◎＝ ” 17㎞4000玉5DO 諒詳望3000R ∼＠．黛ム！鍵鄭▲留』 …00GR煽蟹船蟻。．螢2… 馬 1＝2 ⑮⑫！ダo㎜o500 m｝1500FTA （kgf）0 5 10 15 0 5 10 15 園一5 変位δ（㎜） 変位δ〔聯）園一3 引き抜き抵抗カー変位（圭槽B） 図一4 引き抜き抵抗カー変位（土槽A）この図からPTのひずみ分布は、TAと同様に直線分布となっていることがわかる。TAおよびPTの見かけの摩擦係数f＊を求める8 1＝1晶％嶺蕊腿一鑑卿力が、ピークに達したときの部材軸方向のひずみ分布状況を示す。0㎜醗騨蹴嘘殖 図一6には、土槽Bにおける実験で、TAとPTの引き抜き抵抗㎜ 0 0■ ゆ遡500Q望引き抜き抵抗力の比較 蘭薮i薬1ぼにあたり、補強材に作用する垂蕊応力は、補強材上およびその周辺 ’一曝．に設置した土圧計からえられた土圧を平均して求め、せん断応力は、平均せん断応力を用いている。このようにして求めた見かけの摩擦o ロほ り る ユハユ ユロも係数を図一7に示す、しかし引き抜き抵抗として、トラスの由の部 ”働壁からの距離 （m）⑳図一6 軸ひずみ分布分（図一！のabc，cde函など）の土のせん断抵抗の他、トラスの谷の部分（図一1のbcdご，defず面など）に充旗している土の抵抗もあり、 印 ム＝TA28〔ヒ日プレートの上，下面の引き抜き抵抗メカニズムおよび抵抗力の大きさもそ △＝TA17伽 5．G 口：TA17伽れぞれ異なると考えられるが、その機構はいまだ十分に解明できておらず、亀 ◇：PT17胱凹今後の検討謙題としたい。なおPTは、曲げ剛性が高いのではないかと危麟切 O＝参く吟文献より3， 蟻惧されたにもかカ・わらず、柔軟性を袴しており、土の変形、沈下に十分追踏 ○ 髄3．o O随できるものであった。 e O む4。まとめ 灸2』 ○ O O 補強材PTは、TAの約2．5倍の大きさの高い引き抜き抵抗力を持っ 戯 80囎 1．oことが明らかとなった。その引き抜き抵抗機構には、補強材付近の土のせん断強度が大きな影響を及ぼすと考えられるが、これにっいては、今後F o1∬蹄3ρ4ρ晒6ρ708090EM解析などで検討し、報告する予定である。 土被り （m）《参考文献》 1）河野億：トラス型鋸材の補強効果に関する実験的考察， 1野一7 見かけの摩擦係数土木学会，1988 2）横田・中沢他：Tb・earしhreinf・rcemenしe∫fecしs・fsteelbartrusssedne職bank田ent，1・S九州，1988 3）土：質工学会編：着紬弓董土ユニ法，p・i83，1986・一22一 | ||||
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| タイトル | ジオテキスタイルを用いた軟弱地盤上の低盛土 走行実験 | ||||
| 著者 | 上部勝利・河原進・伊藤雅夫・伊藤明 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 23〜26 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30055 |
| 内容 | 表示 第24弼土質工学研究発表会K−14（東京） 平成元年6月8ジオテキスタイルを用いた軟弱地盤上の低盛土 走行実験 托i本道路公団 横手工事事務飯 上部勝利 前田建設工業（株） 仙 台 支 店 河原 進 同 上 技術研究所 傑藤雅夫郁藤明 岡上 同上 1．まえがき 軟弱地盤士．の道路用低盛士、の施工においては、通常厚さ（20∼30c庸）での土砂まき出しは非常に困難であり、また、施工後の車爾定行においても、継力集中により軟弱地盤が破壊したり 盛土桝の陥没等により走行不能となってしまう。このような硯象を防ぐために、良質な材料を厚く（例えば珈程度）まき畠して締圏め、路盤の剛性を高めることにより、軟弱地盤への荷璽分散を図ることは、現場施工に携わる者は経験的に知っている。さて、近年淀目を浴びているジオテキスタイルは、軟弱地盤上．に用いる場合、その引張力によって盛土荷重を支持し、まき出し厚さを低減しようとする場合に有効な材料と言われている。今回は、各種ジオテキスタィルを用いた延行実験を行い、ジオテキスタイルの種類、まき出し厚さの違いによる効果の比較を行なったのでここに紹介する。 （9い国）B。：．Lβor．2 B。r、3E。r．4﹃∼ヤvγTマγ真1り﹃誰輩一これらは、第四期沖積世の堆積物で、盆地底の大半は、この沖積層により丁窄》γY→罵 r韮襲｝’；∼430％の腐植土（qu＝o．5∼三．1kgf／cm2）が、それぞれほぼ水平に分帯する。 5ず’γ学ヤ →している。地層構成としては、図一玉に見られるように、表層付近には午γ｝粘性止、・シルト（qu＝0．3∼0．8kgf／cm2）が、地表下2∼4“￠は自然含水比玉20爆＝丁ヤヤ 当現場付近は、横手盆地の南東部の後背湿地であり、平坦な地形が連続＝！’ノ’墜 2一玉土質・地質概要一鵯 羅’ 02．実験概要構成されている。また・盛土材として用いた現地発生の泥岩材は、水浸す 図一1 地質柱状図ると細粒化し、著しく強度が低下する材料である。表一1に盛止材の土質 表一1 盛土材料試験結果を示す。比 重㍗2実験ケース補強材として痢いたジオグリッドは、ボリプロピレンを原料とした2軸延伸製昂であり、また、織布A，Bは同一銘柄で互．いに強度が異るもので、これもボリブ》湿ピレンを原料としている。ヤード作成方法としては、環標粒 度 実験ケースは表一2に示したように、補強材の種類と層厚の違いにより含計8ケースとし、各ケースを図一2のような実験ヤードに配した。今回自然含水比レキ分2，49038．5霧86．5％砂 分8．5％シルト分5．0％粘土分最大乾燥密度 1．1989／c期3屡厚を一気にまき出し、ハックホウ（0．4バ）のキャタビラで8回、郡一ラー（10t）で2噺する方法を取り・現場綱め度は・勒で匡麺 約9嘱が得られた。また、走行実験には満載状態で総重量約 il無補強ジオグ1ルド 夏，①② ③④栖ト補強叡引張強度匡麺 … 且Bor．工aor．3① ②⑤ ⑥瓢伸び 層厚5Gcm織布8 且30cm砦Bor，4 唄織布A 2．窪tf／粗 17．5％ 50cm無赫強③1④⑦ ⑧（単位：m）30c孫ジオグリット 1．2tf／礒30c獄50cm⑥ の選iiii㈹σ，」i雛Lη織布B 3．9tf／m 17．5％ 30cm50cm 6−5 ε一叶。6．3箔⑦⑧ 図一2 実験ヤードComparative Test of Low Embankme訟セs oll So至t Clay Deposit witねGeotextilesFK．Uwabe（JHPC），S．Kawahara，垣。］〔tQh，A．工toh（図aeda Const。Co・，Ltd・）一23一 3．言卜漫唖糸巻果 計測項目は図一3に示したように、ジオテキス 窒クイルの伸びひずみ・軟弱地盤の沈下・跳面のわ 上ひずみゲージビアノ線変位計沈下板単 位＝m12。012．0だち量とした。伸びひずみの計測にはピアノ線変65鰍を胤、たが、ジオグリッドの伸泌ずみ1こ限っ塞L㎜ては、ひずみゲージによる方法も併用した。また、 で 一一軟弱地盤の沈下量にっいては、車輪通過位置とそτ｝ 一 閲計測断面図図一3の中央に設置した沈下板から、わだち量は水平に張った水糸と路面の距離から求めた。ll難懲癬・漿瓢鶉簾轍翌5．55．5mooo01穫ll繕隷難1繰ll・醐il（a）無補強走行6回ジオグリッドと織布Bは、30回まで滝行できた講叢糖響響搾甥ll慰蘇のケースは、同じく30回走行できた織布Bと比貸灘欝繍蕊欝編殺鴇・翫i［（b）織布A走ぞ琴6回認した。図一5のひずみ分布をみると、走行15灘灘雛繍鷺・llloOOoたこ1とカ∫手佳漫哩される。 また、 破ゾ断の岡偵i経立置で、隻騰欝蟄鶏磐饗馨憲つ・鑑lil胴いる際には、ある程度荷重が分散されるような ゆう。今回のような泥岩材料を使用した場合、各ケースとも層厚30cmでは路盤の剛性が得られず、蘇卜OI0o o 軌わだち量 （d）織布B走行30回 ⑫，沈下板図一4「0 o（舞1ilかり、路盤の破壊に至るものと思われ、どのケースも実罵的とは苫えない。轄 5．5m団 5mo（c）ジオグリッド楚行30回層厚を選択することが、効果的な用い方と言えよそのため、輪荷重が集中荷重として軟弱地盤にかoわだちと軟弱地盤の沈下分布（走行不能時） 麟一破断 帰 T T＿攣＿ o則輪遥過位寂sαひず凋臼鶴ビアノ練変位計ξ（x）o 0．5： 1詔o 1 甕 1 季 1幽 一一互，（b）走行15回時（a）楚行7回時図一5ジオグリッドひずみ分布（屠厚30Cln）一24一 '1.** 'E.-,= ' -- l:.. = "__ - 3i;^;":_- f:t U-': 4"_ -- 2'f,j' =;v}" rX'Irfjlr ',t**f4 ? (,* ;* *,j 300nl)S22 +* i:.._-- 5.IS ,',(' t'l' r)',I ' ( ,".-15 O c mf I C O--･150cm;t "TIOO] )I)-25'*'J:= ･ - 6i' 1M A ( ! *, I 5Cc l;' 'rl OO 1)i*& 1' * B ( r* ,, J.=*.*:500 , fTIeo I) 3−2層厚50cmのケース 屠厚50cmのケースは、図一6にみられるように、走行100回σ）時点で各ケースで明確な差が出ている。この時、無補強のケースは楚行不能（わだち32cm）、織布Aはわだち増加がやや速くなってきたものの、走行は可能（わだち24cm）、ジオグリ・ソド（わだち12cm〉・織布B（わだち5cm）は走行可能な状態であった。その後、ジオグリ・ソドと織布Bは、200回まで楚行を続けることとしたが、走行開始前に降雨があったため、盛土材が細粒化し、踏盤の状態が変化した。十分路盤乾燥を行なってから楚行を開姶したが、急激なわだち増加により、200回で走行不能となった（図一6参娯〉。図一7に走行100回の時点のわだちと軟弱地盤の沈下分布を示したが、定行不能となった無補強とわだち増加速度が上がった織布Aは、わだち増加により、わだち直下の軟弱地盤がやや沈下している。一・方、走行可能なジオグリッドと織布Bは、軟弱地盤への影響がまだ現われていない。楚行不能となるのは、わだち増加により、わだち部の実質的層厚が徐々に減少して行き、軟弱地盤へ直接集中荷重がかかるようになった時であると思われる。したがって、層厚の減少を防ぐよう、修復すれば良いであろう。全体的にみて、30cmσ）ケースと比べ、荷重分散されていると思われる。 6．5m 走行回数瓢1100 （台）ユ9搬布B50c”無補強30c翻o 布A30c囹後走509回わ 10o（a）無補強行だ聾＼沈 15下量（c諏）20轍布A「つ5CCβli†o（鑑lilジオグリフトち日O降雨珊1遷囲5o0醸QOo（馬lil25（b）織布Aジオグリフド300薦1田30無縮強5Gc跡轍図一6 わだち量経時変化O0（鑑lil4，あとがき 踏盤の転圧・維持管理（修復〉・踏盤柑料の選択等も実験結果に大きく影響するため、今回の実験結果を一・般論として取り扱うことは、難しいかもしれない。しかし、ジオテキスタイルの種類と層厚による効果の違い、また、定行不能となる要国をある程（c）ジオグリツド轍oo（舞li［度把握することができた。今後は、解析面からの検討を舶えて行きたいと考えている。 参考支献1〉111内豊聡，湖山東萌，f也；《特集》新しい軟弱地 盤処理工法一敷網工の設誹・施エ，施工技術， VOL．7，NO．7，19742）昭和60隼度 ジオテキスタイルの土中での挙 動とそ0）効果に関する研究報告書，建設省共同 石牙究，1986．63）補強土工法，士質工学会一26一（d）織布B図一7o，わだち量鰍沈下板わだちと軟弱地盤の 沈下分布（走行100回時） | ||||
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| タイトル | 鉄筋グリッド方式並びに支圧方式を用いた補強土擁壁（その1） | ||||
| 著者 | 三木五三郎・島田俊介・石村進・中川茂・竹内武夫 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 27〜28 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30056 |
| 内容 | 表示 第24懸土質工学研究発表会臼一2（東 京〉 平成元年6月9鉄筋グリッ ド方式並びに支瑳方式を耳毒いた補彊螢土擁壁 （その1） 東京大学 疋会員 三木五三郎強化土工ンジニヤリング㈱ 〃 O島田 俊介 4、里予田セメント㈱ 石村 進 日本鋼管㈱ 〃 中川 茂 ライトニ江業㈱ 竹内 武夫1．はじめに 土質の悪い我が国における補強土擁壁の重要な諜題は、①広範囲な現地発生材を使用できること、②変位が少なくかつ崩壊しにくいこと等である。このためには、（a）悪い盛土材を用いても補強機能の大きな補強材を期いること、（b慶繭一補強材一盛土が一体化し、応力集中の生じにくい構造とすることが必要である。本報告者等は、壁面構造と補強機能に新機軸を加えて紐合津）せることにより、上記我が国の補強土工法の課題を総合的に解決するための研究開発壱行った。 本報告は、鉄筋グリッドアンカーならびに実鷺アンカーを補強材として用い、これをスライドジョイントを介して壁面パネルに連結して構成した補強土擁壁（タス工法）に関する。特に鉄筋グリッドを用いた補強土擁壁（鉄筋土擁壁）は、我が圏で最初の実施と考えられるが、今翻現場施工を通して極めて特徴のある結果を得たのでここに開発に、当たっての着眼点，技術内容，今後の方向性について報皆する。2．開発に当たっての着眼点とその構造 以下に上記課題の解決のために開発した技衛の着眼点とその構造についてを述べる。 1） 壁面構造一スライドジョイント 盛土の圧縮や変位に順応して補強材と土が一体化を保つようにするために、コンクリートパネルの背面 にスライドジョイント部を設置して、補強材がジョイント部で垂直方晦に変位しうるようにした。 （図鵡図一2図鴫顎一1） ノンカ櫛麟筋癬籔 2）補強機能一鉄筋グザッド方式と支圧方式 一 一 F守 鉄筋グリッド方式は、 一 ’一一一一・rく・ 摩擦抵抗 ・壁面にか、る土圧による引抜きに対して横手方向鉄筋が抵抗体 （a）鉄筋ダリ外アンか として機能し、長手方陶鉄筋は引張材として機能するため摩擦力の少な も効 ある・ F一→コ ジオグリッドに比べて強度並びに弾性係数が大きいので伸ぴが 少なく変位しにくい。 ㈲ 支圧アンカー ・長手方向，横手方洵に互いに連結した鉄筋が各土雇全体に分布 國一3 補強材の補強機能 しているため、土の変位を拘束し、壁面変位や不構沈下が生じに くく、壁面が破壊されても盛土自体が急激に崩壊しにくい。 （図一2，図一3（a），写真一3） 支圧方式は、写真一1，写真一2，図一3（b），図一4に示す。 75 スヲイ響ジョイント 4・L235 婁［｝ 一 「「一「一「 40σ n＠200−200n聲［1糞L−100×王OG×13×1090s 0010 逆丁鍛フロン§・ρ＃一ルパネル写真1スライトジョイント 図一111ネ1レ断薗緩（O：スライトジョイン翻立置）ラ輝漏脅卜図一2鉄筋グサッギァンかThereinforcedearもhwa1抽ithre瀬orce糊tsofmetalgridandplatea貧cぬors一27一o雲鵠噌o鴇尉 …輯讐「繭「 一〇 〇75 醐 3，施 工 最大乾燥密度 1．68t／m3（JIS八1210Tによる） 図一4 支圧アンカー 最適含「水批 18．9％掘潮・整地・基礎工2）施工手順（麟一5，写翼一2，写真一3，写真一4〉3）施工図面（図一6，図一7）卿ントウォール’偽護麓ll§不良欝オール1嚇良蘇鞍粥轍塀輪ナ一奮§ 支圧ア功一§襲嬰齪駝出 』 』 覧 一」当τ＝鱗泉」一盛土材の締圃め麗0 図一6断面図の層脚っu閥0 黙燈壁の付帯工酔5施工手順頑互＿o一戚一魎』 “ 一一一療地盤線o 簸方式￡篇4．馳△ 一 ゑ篇3．5国写真一2o￠・クわ肪式ゑ階5、6隠 1500D㎜｝甑公灘贈 4500齢鉄筋列ット 阻7正蔀図の設置 ρ 2剛3、8鳳4。計測 その2参照5．結論1〉不安定な沢地の溺東ローム層上で施工し、盛土底面に不等沈下があったにもか、わらず、変位の少な い安定な補強土擁壁が罵能なことカ｛判った。写真32）鉄筋グリッi’は少ない引抜量で大きな引抜抵抗を支蓬アンか得、壁面変位や沈下量も少ない。従って、盛土材やの設議基礎地盤が悪い場合、地震の多い地方、地形の不安定な場所等においても有用であろう。3）鉄筋グリッドの土の変位の拘束効果は極めて大き いことが判ったので、今後その拘束効果を利用して関案ローム等粘性土の適用を推進する予定である。4〉支圧アンカーの場合は使用部材量が少ないが締閲め管理に充分配慮が必要である。5）今回の実験で鉄筋グリッドアンカーと支圧アンカ ーの補強機能に顕著な特性の違いがあることが判った。今後これらの機能を追求していくことににより土質の悪い我國に適した補強土工法の確立と適用性の拡大が可能であると患われる。写真一4一28一壁面 | ||||
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| タイトル | 鉄筋グリッド方式並びに支圧方式を用いた補強土擁壁（その2） | ||||
| 著者 | 米倉亮三・山崎淳一・降矢昌時・中山守人・小林英博 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 29〜30 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30057 |
| 内容 | 表示 第24隣土質工学研究発表会H−2（東京） 平成元年6月10鉄筋グリッド方式並びに支圧方式を粥いた補強土擁壁（その2〉東洋大学土木工学科正 米禽亮三三｛言建言窒ユニ業鱗甘支術開発音影正〇由崎淳… 降矢轟時ノ卦野田ケミニコ㈱4寺殊工学去部門特建設㈱筑波研究所 中山守人日本】ンクll憾工業㈱製品開発部 小林英博1、はじめに 前報に続き、 “スライド方式により壁薦と補強材懸連結する壁面構造”と“鉄筋グリッド方式と支圧方式を用いた補強機能”を組み合わせた補強土擁壁（タス工法）の実施工における各種計測試験結果について報㌫する。2．施工概要および計測試験項目 聞東ローム層の上に0．5∼1，0mの厚さの軟弱層が表土として存在する沢地の表土をはぎ取った地盤上に・山砂を盛土材として補強土擁壁；を施工した。計測は、盛土高さ6，25mで施工された補強土1獲壁の、 a窪失筋グ『リッドアンカー、bプレートアンカーの2種類の補強材を絹いた場合について、動的挙動、補強材応力等を擢握するために実施した。嚢一2に計測試験項目を、図一1にa、b各断面における計測位置を示す。 裏一工 盛土材の土質鞍性3．議’1測試験の方法および結果粒度特姓3−1補強材引抜き試験0 ％れき分（2．0㎜以上）砂分 （O．074∼2、O皿皿） 補強土擁壁の施工、計測とは別に、補強材の引抜き試験シルト分 （0．OO5∼O。07抽）82。0 ％10．5 ％7。5 ％粕土分（0．OO5皿阻以下）を土被り2．875mにおいて実施した。試験体は鉄筋グリッ28．572，725均等繍数ト方式2（し離．2m，L＝2．4Rl）、支圧方式1（20×20Cl調）の土粒子の比重3ケースとし、設置してから約50日後に試験を実施した。締闘め特柱1．68kg／c阻2最大乾燦密度18．9 ％最適含水此試験方法は、油圧ジャッギにより多サイクルで載荷し、その蹴躍一ドセル荷重と試馴纐部のフ蝉変位を計漫1】する 衡2捌翻囎ものとし、各試験体の極限引抜き抵抗力（所定の時問荷重項 目が傑持できなくなる荷重〉を求めた。動態観測 各試験の結果を図一2に示す。これより、土圧（三）鉄筋ゲリツドアンカーは、支圧アンカー細 目鉄筋グリツド支圧アンカー2 本4 点1ケ漸4 点1 本4 点1ケ所4 点引援き試験補強材悠力度に較べて荷重の増加に対する変位が少ない、壁函の水平変位盛土体の沈下壁背面水平土圧引銀り応力度曲げ応力度17 点41 点14 点0 点②鉄筋グ1、ノッドアンカーの引抜き抵抗プ」は、 監．0 騰 1．O m横方向材の抵抗力のみから算出した予想値 一 「辱 la断鋳b断爾齢盛土体の沈下について観測を実施した。壁 L薇の水平変位は、a、bの各断面の壁薗バ○ひずみゲ③土圧計△壁面水平上沈下椴 a敗筋グリソトアンカー b支圧アンカ需ネルそれぞれの前面にメジャーを貼付け、 凹一1 計灘位置The reinforced earth wal l with reinforcemen毛s of 鷹etal 8rid and plaもe anchors ； Ryouzoyol、ekura，Ju舞ic麟Y＆旧a2aki，岡a＄aもokiF縫riyα｝門oriもoNakaya旧a，1錘riehir・olく（》baya蜘一29一一 図盛りをトランシ・ソトにより観測した。施工1完了より約1 0日問観漫目を才テったカ∼、 図一3ここ示す幽ようここ壁薗の窄目 鍍筋ヴリァトアンカー 貸駕2q幽対変位はほとんどみられず、安定した状態にあったと考鉄筋クリソ1アン”一えられる。 窟＝12隣 盛土体の沈下は、哉、b各噺面において、補強土擁壁の墓礎α）高さで壁面より1．O mの位置に沈下板髪設麗1、ノ、2 4 6盛±涯本（D学充下をレノ’くノレここより観浬畦した。浬肛定糸吉果を図一 薩 量 （1）810 図一2 那抜き試験結果4に示すが、乱断面が沈下量約1511照であるのに較べて、 盛土劉6盛土側b断醸の方が沈下量約55購1と大きくなっている。こ（え）違ノ5いは、補強材の種類以外に基礎地盤および盛士、形状の影響を受のていると考えられるが、このa、b断繭の距離（46m問におのる約401醐の不等沈下に対して壁面の変状はや3聴にみられなかった。また、漉下量の変化は盛士作業を擢行ったときに生しており、施工完了後は共に1∼2mm 2施工兜ア後5日後の変化で、安定した状態を激している。3−3墜背瀟：i二，嵐・補強材応力度10日後0 a、h各断薩の壁面バ．ネルそれぞれの中央に土圧計（ 3210−1−2−33210−1−2−3 （cm）容量2kg／G〆〉を設置し、また各断面の各段の補強材に （cm〉ひずみゲージを貼付け、こ れらの変化を施工開始時，美り 図一3 壁面の水平変｛立a鉄筋グリットアンカー三ll21司、静ひずみ測定器1こより計測を行った。．L圧おb支圧アンカー60 b断面よひ1忘プ」度（1、，墾ξ｛ヒこま、 施工’完了 麦こま安定『した1犬，態であっ 50たが、図一5に盛土完了30［ヨ後におのる、各段演の補（支圧アンカー）（40︶3強材応力度’の分布を承す。これより、支圧アンカー・の場合については明確な傾向が得られないが、鉄筋グリッド煩アンカーの場合は、応力度の分布が山型を示しており、漏0a断面ド20 lo図中に示したようなすべり顧が推定できる。 土、懸匿こ関してこよ、 土披り2．5n1以幸桀においでこま1，、5∼2．O l，ハ1ρをポす台形分布となっており、±、質試験からの0一10（鉄筋グリッドアンカー）4010 20 30 経過欝数 （日） 園一4 盛土体の沈下推定ll‘亘φ瓢350、（序》2．Ot／lll2、7慌1．7し／蒋13による言1算値より大きな槙となっている。 こ貧圧アンカー 霞筋グリ，ドアンカーれは・施工におりる転圧により生じ ゲ．ジ閥 1 マ 3た値であると考『えられる。 ・ゲージ厳田 12 3 4 5 6‘ 5 6・メ齪ずぺり面＼，4。まとめ 55 鉄筋グリットアンカー、支圧アンカーを用いた補強土擁壁の実施工に ；おける計測結果について報告したが、 脚 賊 2澗者の機能にきわめて特徴のある違 麟いがあることがわかった。今後さら 1〉裸」i罫，750500悶回z 応刀度 1甲！悶21にデータの蓄積を行い、これらの特 。園一5 補強材応方度の分布徴を生 カ、した適用法（D確立をおこなつていきたいo一30一しoβ0器o応ね度種“18鴎21 | ||||
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| タイトル | テクソル工法による実大擁壁の計測と考察 | ||||
| 著者 | 福岡正巳・今村芳徳・安達雅人・桶土井清裕・井原俊一 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 31〜32 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30058 |
| 内容 | 表示 第24回土質工学研究発表会H−2（束 票〉 平成元年6月舞テクソル工法による実大擁壁の計測と考察東京理科大学 董会員 福岡東京理科大学 正会員 今村東京理科大学 学生会員○安達東京理科大学 学生会員 桶土井（株）熊谷組 正会員 井漂正巳芳徳雅人清裕俊一 1．はじめに デクソル工法とは、フランスで開発されたもので連続した長織維を砂の中にランダムに三次元的に混入ずることによってそのせん断強さを増加し、より安全な土構造物を構築することができるジオデキスタイル技術である。本研究では、デクソル工法による高さ10魚の補強土擁壁を構築し、数年問日本の自然条件下に放置し降雨や地震などに対する適応性を検証するとともに、本工法における設計法確立の為の資料を得ようとするものである。今回は、補強土擁壁の施工時より4ケ月間に渡る観測結果を報告しそれに若干の考察を加えたものである。2．擁壁の設計 設計において土圧は、クーロンおよび福岡式1）を用い、特臓転倒に関しては テクソル擁壁を石積み擁壁とみなして計算し、壁摩は下端で2．5m、上端で1m、勾酎は前面で1：0．5、背面で1：0，35と決定した。また壁体が砂と糸の混合体ということから内部破壊の検討も行った。盛土擁壁の形状は図一12m一 琶邑颯5分1m O m補強出雛望個 盛土勾配3．5分L一一 2’5 25m正面図 創蒔翻に氷す。 図一1 盛土擁壁の形状図3．施工 碇下ビンびすみ断計渕珊支桂 チクソル擁壁は根入れ部のための床堀りを行い、盛土を2m構築した後テクソルを吹き付けるという工程を繰り返した。詳しい施工手噸に関して参考文献2〉に承してあるので参照されたい。ロ o “ P遡交泣ビン胆溺沈下／4．計測止圧静 本実験においては施工時からの挙動を観測したが測定項目としては擁壁に作用する土圧、壁体の水平変位および盛土内の履別沈下などである。また、地震時における擁壁の挙動についても自動計測シスデムにより計測できるものとした。計器の配置は図一2に示す。5．計測結果および考察o oo o水讐式捷下計図一2 計器蝿置図10 、ノー鷺 盛土擁壁の施工時における雛壁高と盛土高を図一3に示す。ここにおいて完成までに約80日を要しているがこれは施工開始後30日以隆降雨による盛土材の悪化が見られたので約40薦間の中断を行った為である。施工時よりの土厩の測定櫨を承したものが図一4画q高（口）86 κ ，ノ ・瞳土高4 ’ 牌聖荷20 0 20 40 60 80 100 経逼日数（日）図一3 施工時における擁壁高と盛土高である。餌easurmentar｝devaluationofPrototypeearthreもal漁g）aUbyTexsol潮ethod：臨Fukuoka，V．1総隅ura轟Adachi，K．Okedoi（ScienseU瞬v。ofTokyo），S．lhara（ku講agaiGu田iCo．9しTD）一31一 10 8 む ロむだ ＼ ・一…一6。日目溺 6 ＼墨叡：ご＝・粥1ユ蓄ii緊≧篇1m） 4200．51 1．5 22β 3 層（盤） 土総（tr！一乏〉図一5 盛土内の層別減少量実測土圧分布 経過日数によって多少のバラツキが見られるが土圧係数 図∼4 160ぼして約0．3∼0。玉6の範囲に収まっておりまた現在壁までのところ大きな変動は見受けられない。次に図一5は体 120多《、＝二鰯盛土内の履別減少量を承したもので盛土材は関藁ロームを変 80使用している。ここで各層厚ごとの減少量を見てみると全位 40 ヘ ー一一忍209目 灘 誌般的に大きく特にGLO∼4mの範囲において著しくなっ量ている。これは盛土材の状愚が悪かったことを意味してい（煕〉 0 −20るが次の図一6に示す壁体の水平変位におよぽす一囲と考える。壁体変位は、全体的にハラミ形状となっているがこれは地山掘削時のすぺり変形によく似ている。また変位量0 2 4 6 8 10 撃高（獅〉図一6 壁体変位量は高さ3mの付近で匪50mmと最大となりせん断ひずみにして5％程度となった。ここで壁体を弾性体と仮定してせん断弾性係数を求めてみたが予愁より低い慎となっていた。最後に本実験には土質定数（φ徽30。、C瓢0もf／旧2、γt＝1．8tf■m3〉で設計したがその設計魑と施工時の実測土圧と比較し示したものが図一7である。ここで実測値は盛土6。5、8．5、10m時の土圧分布を裏しているがだいたい設計値に一・致している。このことは実際に測定した土質定数（φ＝20。、C罵2tf／m2、γt＝1．6絆／所3）による計算纏に対しても同様の結果となった。以上のことより今凹行った設計法の妥当性が検証された謝 8。5土灰6、5階設置φ鶉30■C踏0 しf／mlヤ しγ篇1、8tf■m2醸、 4、5繊魔臥＼（m》2．50 5 0醤’P》1 2 3 土圧 ‘磧／耐）と思、う。実測土圧と設計土圧 図一76。まとめ 本工法により高さ重Omの擁壁を施工し、またその挙動を観測するという初期の目的は達成した。また現在までのところ壁体にはクラックなどの異常は見受けられず安定であるが、壁体の水平変位が認められたことより壁体は、フレキシブルなものであり地震時における壁体挙動の観測は必要不可欠であると思われる。最後に今圓の報告では施工時からの擁壁の挙動の計測値を示したにすぎないが今後は十分な解析を行い常時および地震時における擁壁の安全性について検証し蝦蕾したい。7，謝辞 本研究を進めるにあたり貴重なご指導を賜りました東京理科大学 藤田圭一教授ならびに本実験を担当された元学生の山上享氏、森吉孝氏、甲斐田誠一郎氏に末筆ながら深く感謝の意を衰します。く参考文献＞1）福岡他：擁壁に関する研究（もたれ擁壁に加わる土圧について）その2 昭和53黛2月15E！2）福岡他：デクソル工法による擁壁σ）実物大実験 土木学会第玉6回関東支部技術研究発裏会一32一 | ||||
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| タイトル | 不織布補強関東ローム試験盛土の長期観測結果 | ||||
| 著者 | H．L．LING・龍岡文夫・佐藤剛司・田村幸彦・岩崎高明 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 33〜36 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30059 |
| 内容 | 表示 第24園土質工学研究発表会K−14（漿 窟） 平成元年6月12不織窟補強閲東ローム試験盛土の長期観測結果東京大学生産技術研究藤O燵．1．H酩翻岡文央佐藤翻司東急建設㈱ 田村幸彦三井石油化学工業㈱ 岩蜻高明まえがき： 急勾配法面を持ち比較的盛土高さが大きい粘性土盛土を排水機能とある程度の崩張り補強機能がある補強材で補強する工法の施工法の開発・安定・変形解析法の確立を目揃し・不織布で補強した関東ロームの実物大試験盛土を東京大学生産技術研究所千葉実験所に建設してきた。最初の2つの盛土（盛土1、∬）の長期観測結果と人工豪雨実験の結果によって、不織布の引張り補強機能や排水機能が確認できた。 一方・補強盛土の急勾配のり面の安定性にとって壁断工の剛性は極めて重要であることが判明してきた。即ち・試験盛土1の法面は不織布を巻き込んだだけの図一1に示すタイプーAであった。この試験盛土の補強材鉛直間購が80cmの法面の最下層で法面に近接する土は自然降雨時に周所的に過大な圧縮が生じた。これは、この土に対する水平の拘束圧が無いことによるものである。試験盛土Hでは、図一1に示すタイプーB2の平面工を用いたため上述の様な周藤的破壊は生じなかった。一方、室内実験1・4》によると、①法面の安定性は図一1に示すタイプーC、更にタイプーDの壁面工を用いた方が大きいこと、②タイプーDの壁面工と面状の補強材を組み合わせると・補強材が短くても安定牲を確保できることが判明した。 以上の結果に基づいて，1986年王0月に3つ目の試験盛土猛を建設した。國一2に示す様に、この法藤も短い不織布で補強し、図一1での三種の異なった剛性の壁面工（タイプーA，C，D）を嗣いた。計測システ や施工ωについては既に発表した。本論文では、その後の試験盛土の挙動（壁蹟の変形・不織布の伸びひずみ）を報告する。TYPE A縄奪TYPE BTYPE三C TYPED TYPE三Ei 〔8謄P 任3苧21 ‘B引 つhasnoUhis㎞c量ion． × ＞く ＞く × 0 4》has t鵬『unc“on sU衡icierltly． 図一1 各種の剛性を持つ壁面工（法麟工）の分類竃謁（b）ω FLεX嫌EG鷹O了EX肌薮SH∈E了肛D9010 2 ㎜ −τεSKr珂、 ロ ㎜＝＝＝r二篇㎜戸．。亜常噌 ．∈醒業…一 笥ーD8RA附OLE、㌔：るむ｛ゴて一−一一』ド曽謄『”マ噂一撒繋瀞餌一襲1モ唄側∫ G＾oε 、辱動薄点EI』 阿蛙解3監」±当蛸PI㎜5P二璽：、rD3 ．嬰陀二． る ”凶鎚捗一 亀轟Aポ ゆD2 晩耽駒＝辱気・閣， D6P撃』畿鐘蜘㎝頃07 P5m8りOTCRτ 04じ剛τ田m 『蒲転．鱒§ u4L蝿一1U剛丁IN m 鱈＝MINく垂Eレ監一閣一“トー一一一一1一一一図一2 試験盛土班、（a）平薩図、（b）断面図（左：吹き付けモルタル式、タイプーCとDの中闘・ 有＝コンクリートパネル式、タイプーC〉、（c〉断面図（不織布巻き付け式、タイプー一A〉23，Lo轟gTer田BehaviorofGeotextileRein重orcedKantoLoamTestEmbankment鷲oe聰Ll誕G，Fu副o雪ATSUOKA，TakeshiSA望0（Univ．ofTokyo）；YuklhikoTA擁URA（TokyuConstructio識Co．，Ltd．）＆Komell胃ASAKI（脳suiPetroche面callndustriesLtd．）…33一一 一 盛土建設後の2年間の壁面の累積変形量を図一8に示す。図3（a）での水平変位のスケールは盛土寸法のスケールの50倍・他の変位スケ弔は10倍であり・変形後の盛土断面は変形が誇張されていることに漉意されたい。全体的に見ると、吹き付け式壁面とコンクリートパネル方式壁麟は変形は類似であり小さい。しかし、図一3（a）に示す様に、コンクリートパネル式壁鋤工のみならず、モルタル吹き付け式壁面も曲がっていることから、モルタル吹き付け式壁面の全体曲げ剛性は十分ではないことが分かる。従って、モルタル吹き付け式壁薗は図一1でのタイフ㌧CとDの中賜的であると考えるべきであろう。 モルタル吹き付け式壁面の改良発展型・実用型としての鉄道総合技術研究藤は吹き付けモルタルの替わりに無筋コンクリートを打設した実物大試験盛土を、1987年から茎988館にかけて二つ建設した。参考文献6，7に示すように、これらの盛土の壁面には図一8（a〉に示すような曲がりは全く生じていない。それに応ミニて、盛土天端の沈下は図一3に示す盛土皿の沈下量よりもはるかに小さかった。 一・方、不織布巻き込み式壁面の挙動は試験盛土1と顛似であり、変形が最も大きかった（図一8b）。この変形は降雨によって生じた。不織布巻き込み式壁面とこれに連結している他の二つの壁面の相最変位が大きく・この二つに壁面工を損傷し始めたので、それ以土の変形を阻止させるために1987年4月に押え盛土を設けた。以上のことは、壁薦の降雨によって生じる長期聞に亙る変形を神えるためには、壁面の各種の剛性は重要であることを示している。 一方・この補強盛土の地震時の安定性についての検証もできた。1987年12月に千葉県東方沖を震源とするマグ鵠チュード6．7の強震が発生し、盛土から210皿離れた地点に地下1厩で最大水平加速度326．給galであった（図一4）。壁面Aでは図一8（b）に示すようiこ壁面天端で coo1Ns（NoRTH−sou下門） MAx罵32619。m／s2欝鰹懇蕊鳴謬辮膿2認、糀1亀瀞一の三つの壁面はこの地震後はそれ以上の変形はほとんどみ COOIEW（EAST−WEST） MAX＝2t58B。m’52ら欝難奮癒臨せ、．れ，の結果、瓜降爾、．対隷瑠購する安簸性と耐震性に対して壁洒剛性（局所剛性、全体剛性、 7 8 9 10 ” 12 伽全体曲げ剛性）の果たす力学的役罰は大きいことを示1．てい 図一4王987年玉2月千葉県東方沖地震での盛土からると需える。 210匪離れた地点に地下1mでの加速度記録8｝ 囲 O D霧c飾B鰍25，1θ36佃臨ao既do蟹僅動o⊃ H 毒 職野 ε㎜ 。。E剛8馴ろ肇町側b。響。…・㎞叫k⑤戸 ヒ・・ il 心 PECEMBER重7．1907伽醜d巴8r㎜o蜘醸o》 O OECεM8E籟20，19ε旧 S冠O了CRετ目 CONCFIETε SK耐 PANεしs COU卜…了ER− wglGHT F犀Lし 乙 一2・2m 匝＿＿＿一＿＿＿倒皿＿図一3 盛土皿の建設後の2隼間の壁臓の累積変形量 （a）吹き付けモノレタノレ式と；コンクリートノfネル式〉、（紛不織布巻き付け式一 図一5にコンクリートパネル壁側に配麗された不織布の2年問のひずみ変化を図化した（図一2（a）参照）。これらのひずみは、50cm間の不繊布の伸びを測定して求めたものである。また・不織布を配置する時に与えたプレストレインはこれに含まれていない。ここで・Eレ》E4（不織布①）、E6−E9（不織布②）とE11∼E i4（不織布③）はそれぞれ盛士断面の下段と中段と上段にある。更に、E5，E10，E15の伸び計はそれぞれ不織布の端と盛土中央部との間の334cm，306c皿，278碗の伸びを計測しており、図示してある数殖はこの閣の平均伸びひずみである。図一6に示すのは、これらのひずみの経時変化である。これから次のことが分かる。（！）盛土施工によって不織布①と②には最大2％位の伸びひずみが発生したのに対して、不織布③にはわずかの伸ぴひずみしか生移ていない。これ1劇盛土下方ほど土圧が増加するのにもかかわらず、補強材鉛直間隔が一定であるからでろう。（2）これに対して補強領域背後の不補強領域の伸びひずみは鰻上部E15でも小さくはない。これ1ま、図一7（a〉に模式的に示すような補強材が相対的に短いためにr補強領域が一体となった法先を中心とした転倒モード」が生じた為であろう。この変形モーボは実際に盛土Hで観察されている。（3）より詳細にみると・補強領域背後の最上部伸ぴひずみE15は・施工後減少している傾陶がある。これは・図一3（＆）で見られるように、壁面上方の水平方洵のならみ出しが時間とともに著干減少していることに対応していると思われる。これは、図一7（b）に模式的に示すようなすべゆモードが時間とともに生じてきていることを示しているのであろう。一一34一 （4）不織布のひずみ分布の最大値を結んだ線F−Fは・無補強の場合のすべり面の位置にあるようである。このことも不織布が引っ張り補強材として働いていることを示唆している。しかし、この補強材畏は小さいので、F−F線はこの補強法面における破壌面を意味しない。（5）①、② 周で見られるように、補強材端部での、ひずみが急変するルが部（図中のA〉は大変短い。これ鳳葭状補強材の特徴である。（6）法面工の位置で補強材に引張り力が発揮されている。これは法面工に土圧が作用していることを意味している。このことは周所剛性がある法面工の特徴である。（7）不織布と盛土不補強部の伸びひずみは施工中は大きいが、施工後は相対的に小さい。特に盛土不補強部の伸びひずみの時間変化は小さい。従って・この測定結果は・実際にこの壁面が笑際畏期に安定であったことに対応している。（8）園一5，6から見ると、施工時のひずみが大きい順序で、即ち不織布②、不織布①、不織獅③の順序でクリープ量が大きい。元々ひずみが小さい不織布③でのクリープ量は微小である。婬魯 2 メ一 STR離“N9総TW三…三NτH三5一￥離襯D暮胎溜TIしEヒ リ1 嚢1昏 Fニ ぽ匡，③21 …i l一・、1 記 むロ曾 旧一一禰一隔2隔撃’ノi②明A卜 REINFORCED ZO網εメ図一7 （a）補強領域が一体となった法先を中心と‘【 圃 した輔1モード、 （b〉すべりモードの模式図NO歴WOVENロゑロマピぎアロしを①「一「o 州A断 Fo DE三CEMBεR25，1986（日量！hβendo響欄腿ng）09ECE麟8ER 17，198アqロ5吐bgfor日on eのr量hqu巳ke》ム DECε納8E汽 璽7，1987quβ量a，電or凪n oε虹r！hquakω縫Dε…CEMB経R26，1988図一5コンクリートパネル式壁面背後の不織布の建設後のひずみ変化（c）（a）■o”胃o》酬o鱈or匿尉離①1，誰ε4』1ga7一一m巳0一 鷹｛㎜し固鷲㎞【h8，（b）（d）1，．伽∼，し時髄婁．。轟 e lo 且2 μ B6 田 孤 z2 ∼4 蕊 お 謁一1957一零ooa廟一一剣 磯伽鵬鮎，一lo57一一10￠8∼ 榊E‘聯lh瓢， 図一6 不織布坤びひずみの時間変化、 （a〉不織布① （b）不織布②、（c）不織布③（d）不織布の端と盛土の中央部の伸びひずみ一35一 （9）地震荷重によって不織奈に伸びひずみが生移たが、これもも元々ひずみが大きかった不織布②で大きかった。特に涯羅できるのは、地震でひずみが増加した箇藤は地震後にクリープ変形が著しく減少したことである。 更に、1988年8月から10月にかけて眸雨のためにひずみが着干増大した。これは、土中の負圧の減少より土の強度が減少し不織布にかかる荷重が増加したためであろう。年末に向けて乾期になるとひずみも減少しつつある。これは、土中の負圧の回復により土の強度が回復し不織布にかかる荷重が減少したためかもしれない。 このような荷重履歴が不織布のクリープ（c）■一‘9変形に与える影響は、山内5》の応力履歴を獲≧400変化させたクリープ実験（図一8）で用いてよく再現されていると思われる。即ち、本試験盛土に用いたのと同種の不織布で引っ張り荷重丁を増舶させつつクリープ試験をし、その後除荷、再載荷しつつクリープ試験を行づている。その結果、園一8（b），（c）に示してあるように、先行荷重以下では、引張りによる伸ぴクリープ変形が、処女載荷のときよりも減少することが分かった。これは上記の盛土の地震後の計測結果の傾向を良く似ているo bycons象antstrain ドむ ヨゆ セ＝ト ＼！Q弐30e ，ノヒzP江燃鱒ll薩i…輩；騨o鱈oLu∫｝昌9■のz四ト1＿＿ ●．必⑥a。2go幽 不織布で補強された粘性土試験盛土の計測結果について述べた。壁簡の剛性が壁面の変位を大きく拘東することが示されていた。また、短い補強材でも壁面の剛性によって地震荷重に対しても変形が抑えられることがわかった。上記の計測結果は、今後の粘性土補強盛土の安定や変形解析手法、現場状況の反映できる室内試験法の確立に脊益なヒントを与えてくれるこ会マε，1瓢F。nCE（a） O o41ノ ②，κ③ 5 博 35S7RAI睡囚GEOTEXTIL∈く％）12（b）界10h−lo9監u×泌｛200）一一⑥■o oε口o惚彊、這04（ ロおOFしOAOINGτ（kg伽｝↓芦08惹SEQUεNC獲S21窃 150）一r④溜喝 oo瞬 奪 2 ， 4 5 IO 10 1G ↑0 10 10とになった。 丁撫E E三LA炉SED（m餉1図一8中窒円筒型不織布供試体試験諏を屠いた応力履歴を変化させたクリープ実験、（a〉実験方法、（b〉代表的結果ε象∼logt関係、（c）引張り力丁、ε1関係（山内5》）1．龍岡文夫＝補強土工法のメカニズムと設計謙算法、最近の土質。墓礎に関する諸問題講習会（昭和68奪度）、 土質工学会講演資料、25−67頁。2，佐藤翻罵・龍岡文夫・中村和之。田村幸彦・岩崎高明（蓋987）＝3種の法面をもつ関東ロームの不繊布補強 試験盛土の挙動、第23回土質工学会研究発表会、宮崎、1767一三770頁。3．田村幸彦。中村和之9龍岡文夫。佐藤剛司・器崎高明・西村淳（1987）＝3種の法面をもつ関東ロームの不 織布補強試験盛土の施工、第23回土質工学会研究発表会、宮崎、1771−1774頁。4，Tatsuoka，F．，Tate陥回a，田．andM縫ra願，0，（1989）；Ear“Re七aining圃all瞬thaShortGeotext目e andaRigidFaclng，Proc．ICS赫FE，RiodeJa轟eiro．5，山内総元（1987）3粘性土盛土の不織布による補強法、東大博士論文。6．館山勝・村田修。出村幸彦。龍岡文夫（1989）＝短い面状補強材と剛な壁面を有する稲城砂盛土の長期動態 群測、第24圓土質工学会研究発表会、棄京。7．村賑修。館山勝。田村幸彦。龍岡文夫（1989）1短い面状補強材と剛な壁面を有する関東ローム盛土の長期動態 謙測、第24回土質工学会研究発表会、東京。8，片山恒雄。佐藤暢彦（1987）：東京大学生産技術研究所アレーによる千葉県棄方沖地震の韻録、土木学会第43郷 隼次学術講演会。一36一 | ||||
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| タイトル | 補強土工法における新補強材の補強効果－振動実験による検討－ | ||||
| 著者 | 後藤恵之輔・相良昌男・小嶋和弘・吉田勝俊・持下輝雄 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 37〜38 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30060 |
| 内容 | 表示 第24隣止質工学研究発表会（東 瑛〉 平成元年6月13K−14補強土工法における新補強材の補強効果 一振動実験に，美る検討一学生員○相良 嵩男同 上学生，員 小嶋 和弘同 上 告田 勝利 痔下 輝雄同 一Lその補強効果については充分に検討されている。．本研究では、帯状補強材以上の補強効果と、盛土の安定を求めて、これに代る萩補強材としてrトラス形補強材」ならびにrらせん形補強左加を考案した。 こオしら菜旨補曜螢ホオここついてこま、 i燈震日寺ここお壱ナる補拷螢交力果ここ、 來・角翠明な点がある。そこで本研究では、新補強材、帯状補強材を用いた模型振動実験を行い・帯状補強材と新補強材の地震時の拳動・ならびに補強効果について比較、検討を行ったので、以下に、その一部5・ヒ瑳，．To守十の9十〇u⊥を報告する。イ㎜Lまえがき 補強雛壁盛土に使用される補強材の多くは、帯状補強材’であり、正 員 後藤恵之輔長崎大学工学部同 上d．β280プ 丁簾 8｝補強材i 偽i網 ⊥・餉苛動壁［遥・・8ρi嵐1⊥r卜90＋100柳『戦圃 図一1実験装置2．実，験方法（1〉実験装圏 1翼一1に実。験装置の概賂を示す。補強擁鍵模型は高さ30e鴇、幅28蜘、奥行き20e飢の箱である。欄面と背面を岡定し、擁壁部には厚さ1．5αllの木板を使馬し、可動とした。 側構iには、アクリル板を用い、背面および底面には末板を用いた。側櫛σ）アクリル板には、1e期角で目盛を施し炬。これは、盛土材内部での破壊状況髪ビデオの撮影により、視覚的に捉えるためである。（2〉補強材と嚢込め土 使用した補強材は、帯状補強材、トラス形補強桝、らせん形補強材の3種類である。補強材の長さはいずれも13qllとし、表薦穣はそれぞれ18．8c抑2と56．5q”2の2種類を使用した。用いた材料は、帯状補強材が厚さ0．48m階のプリキ板であり、トラス形、ら世ん形補強材は直径2躍閉の針金で作製した。裏込め土には、豊浦標、準砂（醒≒3％一定）を用い、平均相対密度は諮の地盤を想定し、その値はDr≒81．3％とした。（3）実験方法 実験模型に詰める全盛土章の容積は28×28×20c糊3で、全裏込め土蝿．の1／3を一膚とし、下から顯に盛土材を蓋層分入れ、締闘め後に補強材を2本敷設する。この方法で盛土材、補強材を交互に設置して、補強擁擶模型を構鍵しノた。ただし、補強材はiE面から見て、盛土休中央剖弛こ重Oc”1間隔で正方形ここなるようここ嘆本配圏しだ（図一1参照）。加振波は、水平方向の5陀の甫弦波で、加振加速度は12秒でo，1Gずつ一定の増加率で上昇させた。計測は・盛土内の変形および破壊状況をビデオに撮影し、司動壁の上端と下端の変位を3秒毎に測定することにより、破壊による可動壁の移動を蓑ネ）した。また、破壌による表面沈下の様子を明らかにするために、3秒毎に可動壁側と圃定壁側の蓑而沈下赫を測定した（図一2の凡例参照）。さらに、。L載荷輩σ）影響を検討するために上載荷藁として約4k3f（3。96kgf〉と8k2f（7．592kgf）髪準備した。そ0）載荷方法は、盛土休と同底簡積である28×20qll2、厚さ1．5emの木槻を介して、その中央部にそれぞれの藁熊にあたる鉄板を設耀し、蔵荷した。謝瀬侃ま、盛土が完全破壊を起こすか、または加振カロ速度が玉．OGここ達するまで行った。（4〉破壊某準 完全破壊と1痴可動壁が倒壊または崩壊するまでとした。また、破壊開始蒔とは、可動壁の変椋が顕著であると認められたとき、または可動壁の変位曲線の曲率が提大のときとした。破壊終了時とは、完全破壌を起こすか、または可動壁σ）変位が湖定可能な鑑大植（木実験の場合、5㎝）に達したときとした。Seis削icSLab目iもyofReta醸簸9εarth》aURei稗forcedwi七hNewReinforciη9摂embers，K．Gotoh，門．Sag貧ra，K．KoJimaラK．Yoshid＆，a臓dT．㌶ochishiね（NagasakiUnlv．〉一37一 3．実験結果および考察 表一1言隻 歩芝 条 桝二実験結果（1） 補彗螢拳才テ杉週犬ここよるtヒ蒔i交 潔卜2に表面積亘8．8C鵬2、載荷重約8㎏fの場合の加振時間、載荷磁 （k呂f）加振加速度ならびに変僖量の関係を示した。また、衰一1には、破壊時と破壊開始時の加振加速度と加振時間を示した。 まず、破壊時の加振加速度と加賑時聞に着冒し、補強材形状についてその補強効果を比較すると、破壊時の加振加速度、加振時間共に、らせん形、トつス形、帯状補強材の類で高い値髪示した。さらに、破壊開始時を加味して考察すると、イ岐壊開始時は新補強桝の方が遅く現われた。よって、破壊開始048破壊開始時と破壊時における認鱗 撫露褒而積 擁強材（cm∼）形 状18．818．8ら甘ん8184トラス84帯 杁87らせん548793637590606978帯 状6060らせん5…トラスi8．8540，6650，6650，6790，7070，6930，7780。噸380，5230，qg50，6220．弓950，7500，4100．弓81時と終了時の加振蒔問の差、つまり破壊を始めてから終了すそ鞍 杁0，46了57るまでに要した時間は、新補強柑の方が長時間であった。 次に図一2により、おのおのの補強材の補強効果を1．ヒ較する。帯状補強材 凡例トラス0，5660．弓530，651 ②可勤壁側 ①i∼碇壁囲凶師沈下 報断沈rと新補強材とでは、図に大きく異なった特徴が現オ）れた。欝状補強材は、衰錘凱llll面沈下鑑、可動壁変位量共に、加振当初から特に大きな変値の変化は現われず、破壊終了直前に、大きな変位量、沈下璽を示した。これに比べて新補強材は、舶振当初は帯状補強材と向様の傾向を示したものの、破壊終／直鯵には、少しずつの可勤壁の変位童、衰面沈下墨を示し、曲線は滑らかなもσ）となった。これにより、帯状補強材では、破壊が起こり始めると補強材の持つ、 崇 ，癬駐｛加逢度飴質土に対する引き抜き抵抗力が急、速に切れ、可動壁の倒壊へとつながって ①綱定聖働勲面沈下・△一・孕 （含珂動印似表1所沈トいると考えられる。一方、新補強材では引き抜き抵抗力がわずかずつしか低・一一一×一一一 〇司動望．と端縦1迎一一〇・一r ④雇勤鵬F端嚢位下せず、補強効果を長時間保持していると考えられる。（2）載荷重σ）違いによる1ヒ較 どσ）補強材においても、載碕重が存在した場合、すべり繭は早期に現われ、破壊は促進された。その1（100％〉として、載荷重4㎏ε、8k8fの加振加速度σ）減少を比によって表わし、比較する。帯状補強材の載荷璽がOk8fから4k蔚、8k8fと変化すると、㌔、鐘田−）05ム声5・ 溜’智’網鐙。， δ／ ぱ ・嗣轟 臓｝■〆 劇鋸 鵡酬じ首メρ＿＿L”＿一燃翫着ガ罰 〆㎝、縫駐縫醜r （a）帯状補強材【｝ 18 3巳18 3巳 罰 フ【｝破壊蒔の加振加速度は21．復％、27。2％減少した。一・方、トラス形補強材は12．1％、20．0％の減少を示し、 謁…鑛τ∼ 、04329じ促進0）度合いを載荷重無しの破壊時の加振加速度を 93加振時問（sec〉 繧 ｛18D）幽“ 1讐らせん形補強材は堰．6％、17．3％σ）減少を示した。し』 』ロ凸 ヘ リ∼ト（，o巳鐘04対しτ、新補強材は約5∼20％の減少であった。中澱92でも、らせん形補強室オは滅少の割合が約5∼12％と餐特に少なかった。 a灯薦’『ヌニー3aaノ∼（b）トラス形補強材加振時闘（sec） o日o践1繭へ栽、ζ） 』へ・、）O G貿営屠㌧4−冨 漏 冨ゆ髪た。これは、新補強材ではその形状の特性から、補強材内部に土が充塩されかみあわせ効果が生じ、土と補強材がよ砂一体化するためであると考えられる。2ト5−蚤・・メ』躍 劃 薦 瞑翁3瞳4螺32疑脳’、＼耐久性、か吃）加振加速度に対する耐久性に優れてい＿“識“．「543B一8レハ殿 週 殿 畜 翻酬o煽o置慶髪’ 一胃’ ！3嬉“羅 8−寵一〆F（3）まとめ状補強材よりも新補強材の方が振動に対する時閥的5一唯﹂∼匹壊時の加振茄速度は、約20∼30％の減少があるのに 以．ヒ、加振加速度、加撮時問の1．ヒ較によって、帯 総！寸たがって、載荷童が存布する場合、帯状補強材の破8ら 藁〆．1ぬ ・総．粛 鼠一εε 田 3旧 5一ビー一、 2 む 葡o隙 （C）甜ん形補強材加駆問（sec）図一2 加振時間一変位関係／Lあとがき 本寅験に、kって、新補強材の耐震性が優れていることが確認された。したがって、地震時には、新補強材を利用した補強土構造物の方が、安定性に優れていると思われる。今後は、さらに様々な実験を行い、種々の角度から、その利用の可能性について検討して行く所存である。一38一 | ||||
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| タイトル | 連続糸混入による補強盛土の振動台模型実験 | ||||
| 著者 | 谷茂・山下恒雄・石崎英夫・高野洋一 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 39〜40 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30061 |
| 内容 | 表示 第24回土質工学研究発表会∈一8（東京） 平成元年6月14連続糸混入による補強盛土の振動台模型実験農林水産省 農業工学研究所（株）熊谷親 土本設計部正会員 o谷 茂正会員 石崎 英夫1．はじめに：ジオテキスタイルによって、土を補強する方法が数多く提案されてきている・その一っとして連続糸を土中にランダムに混入し、盛土及び盛土基礎の補強を行うことが考えられている。連続糸による土の補強効果については、今までに三．軸試験、繰返し三軸試験によって確認してきた。今回は、連続糸混入による補強盛土の横型凍100を作り、振動台実験を行ったので、その結’果にっ善oいて報告する。島一誕80−o！国》 60＞’Aq二鉱40ゆB呵三迄20琶釜 0、01 0、呈 i O IO、O2．実験に凋いた試料：今回、実験に爾いた試料 しMA嫉El』慰R（銅m） 図一王 実験に用いた試料の粒度は図一工に示すA，Bの2試料である。最大乾燥D2密度（JISAl210第1法による）は、A試料で補強部1．579／cm3、B試料で1、59g／cm3である。補強のため混入した糸はポリエステル系のもので、太さは150デニール（48フィラメント）である。3．実験方法：小型振動箱（高さ68c恥．巾40cm．AIP，． もv∼・P3go・o，長さ230cm）の中に図一2で示すような、高さ40cm、巾40cm、上下斜面勾配工：1．5の模型を作製した。実験は、試料Aについては図一4に示す（a）， （b）， （c〉の3ケースを、試料Bにっいては（a）， （c）の2ケースを行った。試料Aで密づめ砂による補強のケースを行ったのは、ケース（c）での補強効果が連続糸混入によるものか、砂を密にしたことによるものかを明確にするためである。 ケース（a）では砂の密度をA試料でD値（亀山下 恒雄高野 洋一← 600 200 600細 図一2 模塑の慨要5一忍、A1。 陸AX＝ 596．361GAし＿， 卜，iN竺 一592、65｛GALI0 2000zく oJ（一2000o 5 1015 Tl卜∼EISECP／ρ、、。、．．）≒85％．B試料でD値篇79％とした．図一3 入力波全層を王6漕に分け、所定の密度になるようにバイ掌（a｝無補強（c）連続糸補強（b）密づめによる袖強図一4 実験のケース窺60 一ア 砂』補強霞筐δ栖4G 無補強諾迄薗2ぎ環20 連続糸補強一』あ0 0 5 10 15 1｛細E （SE（：｝0 5 10 』iπ酵E （S巨C）図一6 図一5 天端の沈下（D2，試料A）15天端の沈下（【）2，試料B）Shakingtabletest・facontlnu・usしhreadralnf・rcedembank融ent：Shi鰭eru【a戚Tsun￠・Yamasb藍ta（Nat．Res，inst、・f、Agri、Eng。），日lde・【shizaki，Y6ichi raka臓・，（KumagaiGumiC・，LrO、）一39一 ブレータにより転圧した、ケ腿 5｝‘Pき”A欺OOZ鵠ao【』or！c鳴．｝騰け」”一〇〇12∼“kgl1鵠りース（b）7 （G）の補強．箇i o o5 u 200a5騨4へ田“ 騰轟x調 曾田．ン5監o轟し1 ”川9pll367〕IG轟u駈‘よ図一2でノ、ッチを番蒙どこした所で、ケース（b）では砂を十分に締圃め、ケース（認 6冒幣0625記 o 慧”四〇a150 5 田 5 10o）では連続糸を乾燥重量比図一7で0．2％混入しながら、 卜分 （b）加速度（AIG’）無補強（試料A）ξ一4・円 NAX・O・0331631kor1C厩り酒田・一mZ9591ヒol！騨 輪り ＿ 4ヤ‘A田’ HAレ140695書GAuに締圃めを行った．補強簡湧 o「師の密度は糸の混入のため測定ごが出来なかったが、十分に締§ 器 β賎1κ齢齢1493 ‘2犀β4L卜q zOOO4 0固めたことにより、D値＞95＝．o、。25 呂 o％となっていると考えられる。“15 ロのヒじ こロリ りおぢぽこロレ（a）間隙水圧（P3）累一20βo5 田P聾5捲5 1D UHE6SεCI 一『NEISE引図一8 砂補強（試料A） 今回の振動模型実験では、堤高40cm｝こ対し、 rbが40cmと 5陣‘P3少ないため壁面摩擦の影響の、 α05懸念があるので、シリコングH龍犀oo∼75511』日1なh『lh阻膠一〇〇3796監』o蟹1繍，1−レ‘渦lo’ HAx路唇212391G《Ll 騰『”r−140335田4い 0 2000リースを間にはさんだ厚さ 弱 00。3mmの2枚のゴムスリーブホ．o晒 oを振動箱側面にはりつけた。 匹 4−2Deo155 耳05 ゆ τiHε監5〔Cコ15腰ii−9 連続糸季甫彊ミ（試ネ…卜A）振動はSIN波の繰返し加振とし、加速度レベルを100，200，o『監【El5【C，7彗門 HムX茜OO3鵬5欄』。1！“農旧剛唇剛OI95921』喧肛！じ繭 7−4・柵 ”＾X＝旧75710＾Ll 酬［’1“65巳1鰍14GO，600ga1と段階的に大きく o、u50 2000していき、蓋0秒間載荷した。4 0入力波形を図一3に示す。加怨 ・速度、間隙水庇、変位を瀞測崖’。・025 0した。鍵一20島o5 105 1005 T『B〔『5EC医図一10 無補強（試料B）4 ． 実験結’果 ： 力醤速度レベノレで400ga肛までは夫端の沈下に 弔臼、ら，a鱈轟罵司0371‘31転gllc櫓『苧Hl，‘髄大きな変イヒは見られなカ・ったo ｝ o o5021630ほ郁！じ吊81繭島一4、A撃O HA民” 雛30昼 66【GAし， 丙諄睡レ曽1コ76 」2【GAし1 0 7060600ga差では天端の沈下、間隙水圧とも大きく増大し、、無補o撃5 τ1門E輻S［C酵 歪 o3 醗 累一2000臣謄o・o∼55 10強のケースでは天端沈下のた 建 oS 田 蓄IHE電5εCI BHEl5εCI 15め貯水が越波して堤体が崩壊 図一ll 連続糸補強（試料B）した。図一5は試料Aの、無補 5秒載荷の段階で見ると連続糸で補強強と補強の場合の夫端沈峯（D2）を比較したものである。 密づめ砂で補勇ミしたものに対しても、したものは無補強の天端沈下量の約i／10に減少している。 ！0秒載荷の段約1／3に減少している・図一6は試料Bの場合の天端沈下を比較したものである。 図一7一’90法試階で連続糸で補強したものは無補強に比べ天端沈下量は約1／5に減少している．驚5料Aの場合の閲隙水圧（P3）、 加速度（AlO’）である．補強した場合に、聞隙水圧は載荷後3 鉛秒後ではどのケースでも有効上載圧まで上鼻している．加秒まではほとんど上昇していないが、速度で見ると、無補強の場合、 1秒程度で加速度応筈が少なくなるのに対し、補強した場合には4秒 試料Bの場合も図一10，11のようにほぼ岡様なことがいえ程度まで加速度応答の増大が見られる。 盛土全体の酎震性を増大させる効果る。これらのことから、遮続糸で盛土を補強することにより、が認められた。5．まとめ＝連続糸で補強した盛土の酎震性を振動台模型実験によってその効果を見た・今回行った模型は堤葛⑳cmと小さいため、相似率の問題がある・このため、さらに大型の振動模型実験を行っていきたい。参考文献＝谷ら：連続糸による祷強土の強度特性、第23翻土質工学会研究発表会、2179∼2180P一40一 | ||||
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| タイトル | 繰返し荷重下軽量盛土材ＥＰＳの変形特性 | ||||
| 著者 | 巻内勝彦・峯岸邦夫 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 41〜42 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30062 |
| 内容 | 表示 第24回土質工学研究発表会K−3（東 京〉 平成元年6月15繰返し荷重下の軽量盛土材EPSの変形特牲正会員 巻内勝彦日本大学瑠工学部鼠本大学大学院学生員 ○ 峯岸 邦夫1．まえがき 近年，わが蟹において発泡スチロール（Expa磁ed Poly−Styro1，賂称EPS）ブロソクを利爾した軟弱地盤対策工法が次第に普及し始めている。この工法は，E P Sの最大の特長である超軽量性（土の約1／100の質量〉を有効に利用し，軟弱地盤上に通常ないし大規模な盛±を施工することを可能にするという新しい工法である。今後，E P S工法を積極的に導入するために実際の状況に適合した合理的な設計法，施工技術を確立する必要があると思われる。このことから，本研 表一1 実験に使鵬したE P S試料の密度究では・EPSを盛土や基礎地盤中の埋設材料として 試 料 名 A B C D E使爾されることを念頭におき，EPSの静的および繰 密度ρ（糖／m3〉 三〇。3 16．0 19．0 22、0 23．7返し荷重下の圧縮変形特性，および砂とEPSの摩擦特性に関して基礎的な力学性状を調べた難1、，甜蓋5結果を報籍する。oしo2．実験方法 b ム 内 実験に使罵したE P Sは，型内発泡法により ゐ製造されたもので表一1に示す5種類である。 客 μ5静的一軸圧縮試験にっいては，JISA1216に準1⑤魂銀型じて行ない，軸ひずみ15％までひずみ速度1．0％／而nで載荷した。また寸法効果を調べる実o02験では，直方供試体の高さ（H），辺長（D）の比D‘ 05 08 匠0 12 圧榔6カσ （kEf／c目コ）14 図一L 龍的および織返L応力とひずみの関係｝1／Dを，0．5∼3、0とした。繰返し一軸圧縮試験は，動的三軸圧縮試験機を婿いて行なった。まず，供試体軸方向に静的上載応力σsを載荷し，ひずみが落ち着いた後，波形はサイン波，周波数5H3の繰返し応力σd＝±0嬬gf／cバを所定繕数載荷し，全ひずみ，塑性ひずみ，弾性ひずみの各軸ひずみを測定したo Ko圧縮試験は，HSA圭2圭7の圧密試験方法に準じて行なった。EPSと砂の摩擦試験は，大型直接せん断試験装置を用いて行ない，砂試料には，豊浦標準砂（比重Gs＝2，639，均等係数Ucσb（鰭fl仁圃り碕＝oユ750皇陰囹；o‘27＝o‘3 ；o“▼：o“ a心私0 5酬 42o生03 玉0‘ 10昌置0摺匠0100 回数 Lo8 N （嘩）図一2 戟荷回数と全ひずみ閲係20初期条件として湿潤砂（Wet）の場含，禽水比ω。襯12、4∼i5．0％，間隙比e。盤0、76∼0．81，乾燥砂（Dry〉《ill5 12筥2．33，60％粒径D60灘0．35mm）を使爾した。垂直荷重による圧密過程終了後，変位速度圭、Om照痴沁で，水平変位D漏4舳mに達するまで試験を行なった。なお，EPS試料C隻4LOO艮報ε試料εO＝E摩 oo血富E・0O O O50L5oの場舎，閣隙比eo讐0 ，72∼0、75に調整した。O o噸 6o o03．実験結果および考察 1‘口 園一1は，静的および繰返し一軸ぼ縮試験結果を示している。静的の場合，EPSの密度に比例して 。5圧縮強さが高い。一般に，盛土爾EPSの品質は，設討マニュアルエ）によれば5％変形時の圧縮強さで規定されているが，これらはいずれも基準値以上の 。糾 ‘oま ハ益ロ ロ ほ ロ ロ ロ ム ム ム 4 4：905 LO l5 ZO Z5 1，0 麗／D図一3 践■Dとσ胃．．の閤廉O o5 10 15 20 25 5り 鷲 P 図幽4 H 9と駅形風絃の闇伍1）e重ormat三〇nal c巨aracterist圭cs of Iig鼓t fill 號aterial ￡PS urヒder 1’epetitive 三〇ads；Kats曲嫁o愁AKIUC田a貌d藍unioM姻営GIS絹（翫巖on馨nivel・sity）一41一 値を上まわっている。試料Cの繰返し一・軸圧縮試験結果では，静的上載癒力σsが約o．嫁gf／cバを越えるとひずみが急激に増大する。また，静的載荷に比べて，はるかに低い圧縮強さを承している。 園一2より，静的上載応力σsが0、4kgf／c搬2以よ、に 応力 lo区σo（区区f／cロユ）三．5 3P2 6．ξ 12．80，三 〇72 0．4 0，3ドド ぷれ書i羅 20なると，載荷圏数鱒4∼王05回の範囲で急激なひずみの嶋40心進行がみられるoこのことから，繰返し荷重下のEP 060箏鐸出醸Sの変形は，静的上載応力σsレベルによる影響を受けることカ∫わかるo鰭ag 図一3は，H／Dと一・軸圧縮強さの関係を示したものである。低密度E P S（試料A〉では，供試体の寸法正OO図一5 EPSの監さカとひずみの関係効果の影響はない。飽方，高密度EPS（試料 試糾B『』06E）で彦まノぜラツキカ∫みられるカ∫， H／D影響力∫ △；Dry ム＝W鷺色考えられる。 0．‘ 図一4のH／Dと変形係数（E、：初期接線係数，E，：5％ひずみ時）の関係からも問様の傾寂桧￠．2輯鰻向が認、められ，H／Dが1．5∼2．0の間で2グル0 5 急0 15 20ープに大別され圧縮強さに差違があることがわ 水平変位D 図一6 摩嫉応力と水平変位の醐係かる。 図一5は，EPS試料のKo状態での応力とf駐。ez5 30 35 栂（開）（σ譜07ヒ区【／￠露2・e叫陽》O；Dry⑳＝Weヒひずみの関係を承したもので，σ麺0．8k就／cm2盈㊥以下は，EPS3種類とも圧縮ひずみは小さく，それ以上で急激に増加している。しかし，σ罵6．4kgf／cバ付近から次第に屋縮ひずみが収束に近づいていることがわかる。σ講0、8kgf／c飛2付0．‘穴栓簸 8 ⑤趣魁駐2K麟近での急激な沈下は，EP S内の発泡粒子破壊OO）o．5＠ o8㊨320ほ5 ユ「0 夏、5 垂磁応力 σ （kgf／cゴ）が発生したためと考え，られる。図一7 淫直応力と最大摩撮応力の恨騰系 試料C 園一6は，大型直接せん断試験による摩擦応羅灘口o10力と水平変位の関係の一例を示したものである。DW，Wetともに問じ傾陶であることがわかる。l盆蚕選讐鳳 図一7は，試料Cの垂直慈力と最大摩擦跡力 凝の関係であるが，Dry，Wetでの最大摩擦応力 鎖睡05 o喪の差があまりみられない。これは，Dry，Wet藁婁羅の砂の閤隙比がほぼ岡一・であるためと考えられ馨るo 0 駐5 三，0 1、5 2、O 垂直慾力σと摩擦係数μの関係を図一8に示 垂直応力 σ （匡gf／cゴ）したoσ謹0．5kgf／cm2以下では，μの値にバラ 図一8 垂直応力と摩麺軽系数の閲孫ッキが認められるが， それ以上ではバラツキが減少している。これは垂直応力σが王．倣gf／C田2以上では，EPS自体が圧縮変形を生じるために一定以上の簗擦抵抗を発揮しえないためと考えられる。4．まとめ ①繰返し応力下でのEPSの旺縮強さは，静的上載応力σ。の大きさに影響される。 ②供試体の寸法効果試験結果より高い密度のEPSではH／D竺i．5∼2。Oの間で圧縮強さに差異が あらわれる。 ③EPSの圧縮強さおよび摩擦係数μは，一・般に君PSの密度に正比例する。 ④砂とEPSの麿擦試験結果より，魔擦琳力τの値は，垂直応力σに影響される。 【謝辞】 実験に際しては，本学学生大槻，嶋田両君に協力を得たことを記してここに謝意を表します。【参考文献】 1） 発泡スチロール土木工法開発機構編＝E P S設計マニュアル（第王版），四88年一42一 | ||||
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| タイトル | 発泡スチロール片を混合した軽量土質材料 | ||||
| 著者 | 西田登・長坂勇二・山田純男 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 43〜44 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30063 |
| 内容 | 表示 第24園土質工学研究発袈会D−10（東 京） 平成元年6月16発泡スチロール片を混合した軽量土質秘料（株）基礎工学コンサルタント正会員 O西田 登 長坂 勇二久保田建設（株）正会員 山田 純男 1．はじめに 軟弱地盤における沈下・すべり破壊等の障害を軽滅するため、軽量土質材料を検討している。本材料は、発泡スチロール（以下E P Sと略す）片と山砂とを混合し、少量の普通ポルトランドセメントを添加したものである。前報（文献1））では、粒径1∼2m凱の微小な粒状EPSを用いたが、今園はやや粒径の大きな粒状体と廃棄EPSの粉砕片を用いた。EPS混合量の調整により密度0．7∼1．5t￡／m3、セメント添加量の調整により一軸圧縮強度i∼5kgf／c櫛2以上とすることができた。以下本材料の物性および利期方法等について報告する。 2． 、 EPS’よび EPS を馬ムした鵬量土 の 混合したE P Sは粒状体（粒径1∼5鵬）と廃棄E P Sの 100粉砕片（最大長径約8糖m7約15m組の2種）とを尾いた。由砂通 80過闇 城旺戸崎質は図一1に示す2種とし、最適含水状態に調整して使用し量 60百た。混合土の配合は表一王のとおりである。試験は土質材分 40率料に対して一般的に実施される一軸鷹縮試験およびCBR 20（％）試験であり、J ISに準じて行なった。なお、供試体の養 0 0，050．1 02 0．5 1 2生は、前者が湿空7日、後者が湿空3日水浸4日である。 粒 径 D（㎜） 湿潤密度は図一2に示したとおり、EPS腰の混合量に支配されており、ρtニ0。7’｝1，5（げ田3）の範囲で調整可能である。粒状EPSとEPS粉砕片とでは結果が異なっているが、緩詰め状態の密度がそれぞれ約0，025，0．012t／m3山砂：Eps片容紐比旦，1 ： 1であり、同一混合比であってもEPSの実容量が約2借違1 ： 1うことが原因の一つとなっている。なお、セメント添加量1 ：1．51 ：1．56％の場合もほぼ同様の値である。1 ＝ 21 ： 22020稲城砂臼白ど15P ！54 ％6 ％4 ％6 ％4 ％6 ％水3｝10 ％10 ％LO ％【0 ％三〇 ％玉Q ％1）山砂：E P S片の混合比は、以下の状態での容穣比とした。 山砂一・・JIS第三法の締固めEcの50％で締圏めた状態 E P S片・…綴詰め状態2｝セメント添船率は由砂の乾燥質鼠に対する質魚％とした．＼＼セメント2レ3）加水癒はE P S片の綴詰め脚態・での容積％とした．ρρ気儀凡例（降2卿酢5麟通） 10囲 10囲齢閥賜漁僕賜O粒状EPS（粒径1∼5囲》 セメント敵加串4％⑳ 〃 〃 6％05 05△EPS粉齢片（最大長径8㎎）セメント添加串4％l l5 2l l5 2山砂・EPS片混合比肉砂・EPS片混合比A μ ” 6％0εPS粉砕片（最大畏後矯㎜）セメント添加率4％囲 〃 〃 6％一2 EPS ムLig魏t Mixture made o￡ Eスpanded Polystyrene Chips a沿d SandsN．匿is㌔ida，Y．聾agasaka（Kisoko嫡gak結ConsultanしCo．，Ltd），S．Ya田ada（KubotaCons七rucしionCo．，Ltd）一43一 一軸圧縮強度およびCBRはそれぞれ図一辰 臼3，図一4‘こ示したとおりである。 qu＝1∼稲城砂鵬 瓢 脇5（kg￡／cm2）・CBR瓢5∼30％の範囲となった。湿潤密度と一頼圧縮強度の関係を図一5ロ ロ＼6． 江戸峰砂 ＼s1、墨il響機製，に示したが、EPSの形状とセメント添加串の違いによってそれぞれ固有の相関があるが、EPS粉砕片の最大長径約8獅mと15鵬mとの差は此i鮫的小さい。あまり強度を必要としない場出 頃鋸0 象O合は、さらにE PSの混合量を増加させ、よl l i5 2 1 山砂騨EPS片混合比り軽量化することが十分可能である。l l5 2山砂。EPS片混合比 軽量化の効果は、地盤または構造物への作用応力の低減であり、圧密沈下の防止・低滅，作用水平力・すぺり力・地震力による慣性力 5借 江戸崎砂の低減である。膚効な用途としては、軟弱地盤上の盛土・埋戻し、橋梁アバット背藏・護50稀城砂承燦の裏込め等が挙げられる。粒状E PSを用20いた施工例は文献2）に示されている。∼、飯山Q lO EPSは、軽量で保温｛生・耐水｛生・対衝撃性等に優れ、加工が容易であることなどから、o鮮魚・青果・家電製品等の輸送箱に多用されol l5 2由砂・EPS片混合比ており、油化・低温熔融により有効再利用さl l5 2出砂・EPS片混合∫七れることもあるが、現状では品質・訟スト面で満足されず、廃棄姻分となるものが莫大な量に達している。一方、最終処分場ではE P臼 江戸崎砂Sが締固めの障害になる等間題が多い。0 6− 上記のように、廃棄EPSの粉砕片は軽量自 稲械砂0 6＼土質材料に†分有効利照できるものと考える。密度の調整はE P S片の混合量により、強度はセメントの添加率により、使照目的に舎わせて適度に調整できる。しかし、繰返し応力による被労破壊、磁久性等については検酎の必要がある。また、大量施工のためには廃棄1／療騰o田0121斜6181EPSの粉砕・混合プラントが必要となるた 湿潤密度ρt （七／m3）び讃2．／・6ノ蓄1甲も6・81・121416旧 湿潤密度ρ七 （t／m3）め、現在開発中である， 参考文献 1） 西田、他 r発泡スチロール濟混合軽量盛土（埋戻し）秘の材料特性」 第23回土質工学砺究窮表会講演集・鉢889・1988 2） 山田、地 r粒状発泡スチロールと山砂の混合軽量材料を用いた施工h第23回土質工学研究発表会講演集，賂88，1988 3）畏坂、他 r廃棄発泡スチロールの軽量化土質材料への利用」 第43回土木学会無次学痢購演集V【，＃U4，19884）山田、他 r発泡スチロール片と砂とを混合した軽量土達 土と基礎，Feb，1989一44一 | ||||
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| タイトル | 軽量盛土材料ＥＰＳの繰返し強度圧縮試験 | ||||
| 著者 | 安田祐作・村田修・館山勝 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 45〜48 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30064 |
| 内容 | 表示 第24懸土質工，学碓究発表会（策 京） 平成元隼6月17H−6軽量盛』土材料EPSの繰返し強度圧、縮試験 （財）鉄道総合技術薪究所 O安田 祐作 問 上 村田 修 同 上 館山 勝1，まえがき 近年、超軽量材である発泡スチロール（Expanded PGlstyrene略称EPS）が土木の新材料として注白され、軟弱地盤対策あるいは土1王軽減工法のために使用され始め、いくっかの施工例が報告されているD。しかし、盛土．材料としての建PSの力学特性はまだ十分解明されていないのが現状である。EPSの土木材料としての適性を評価し、舎理的な設計壱行うためには、その工学的基本特性を明らかにする必要がある。特に、、鉄遵に使用する場合には、繰返し荷重に対する影響を明らかに、する必要がある。ここでは、1）静的な￡PSの圧縮強度特性を調べるために、単位体積重量および寸法の異なる供試体（最大寸法幅500無m×奥行き500mm×高さ500mm）で行った一軸ぼ縮試験、2）動的なEPSの圧縮変形特性を調べるために、単位体積重蚤、載荷周波数を変え、大型供試体（幅500mm×奥行き500mmX高さ500m∫n）を用いて行った繰返し載荷試験結果について報欝する。2．実験方法 2，1 一軸ぼ縮試験 葺式．験に用いた￡髭S｛共言式イ本は型内発泡法により製造された中畠1．Om×長さ2．Om×高さ0．5Inのブロックから電熱ユクロム線により切り出したもので、供試体の切り出しにあた’）ては上下端面が平行になるよう特に注意をした。表一1には実験に用いた供試体の諸元と供試体数を示す。 試験は、電動一軸圧縮試験機を用いてJ三S規定の一軸圧縮試験法に蟻じて行い、圧縮ひずみが20％にま塞するまで載荷速度1％／個inを基準として載荷した。また、載荷速度効果を調べるために 裏一1 一軸圧縮試験用EPS2供試体（幅50m！n×奥行巻50mm×高さ2単位体積重量（公称）（kgf／ヌn3）5mm）については載荷速度2％／購紐で行った。 なお、大型供試体（幡500mm×奥行き500mm×高さ500mm）の試験は図一1に示す圧，縮試121620113355王王1寸 法 （輻×奥行×高さ）50×50x25mm50×50×50mm500×500×50G船m験機を用いて行い、載荷は瞬試験機の変位制御用ポテンションメータのつまみを手i勤で操イ乍し、 1％／而nの載荷速度で行った。 2． 2 i動的繰返し載荷試験 試験に用いた供試体は、∼軸圧縮試験と隣じく型内発泡法により製造されたブロンクより電熱ニクロム線により切り出したもので、表一2に実験に用いた供試体の諸元と供試体数を示す。供試体寸法は幡5001nm×奥ぞ予き500mm×高さ500m磁である。 試験方法は、図一1に示した試験機を用いて、供試体にまず初期1王縮応力σoまで鹸的に載荷し、その後圧縮応力福±△σ、振動数玉O Hzを標準として繰返し載荷回数最大232万回まで連続載荷した。載荷圧縮応力（グo＋△σ）は、一車由圧縮試験より求めた圧縮強度（5％ひずみ強度）σc 表一2 繰返し載荷試験用EPSの0。4￥0．6、0．8倍を最大1王縮応力とした。試験中の載荷荷重および供試体のひずみは試験機に単位体積重量（公称）（kgf／芸n窓）内織されている詣“歪卸用ロードセノレ、変｛立言十うこより寸法㈱×奥行×高さ）mm計測した。表一3に圧縮試験機の仕様を示す。 500×500x500121620243ARepeaむe柱LoadTestofL呈ghtwe圭gh七f圭1玉maもerialsEPS．Y。Yasuda，0．Mu罫ata、M．Tateyama． Ra圭1四ay Tec翻n圭cal Reserc鮭 Institute一45一 繰返し載荷試験にあたっては、供試体と載荷板との閥の摩擦を切るために、試験機の上下載荷板にシリコングリスを塗布し、その上にメンブレン（t筥200μm）を張り、供試体をセットした。眉の表一3 庇縮試験機の仕様出 力静的最大荷重 23 ton動的最大荷重 20 toロストローク± 50 mm最大速度30 cm／s e c加振周波数0．1∼ 20 Hzロード変位制御（50、20、10m斑可変）セル＼荷重制御（20、ま0、5t o n可変）O恥Ooっ制御方式／加振機（電蝋油圧サーボ方式〉供試体（EP S）3 試験結果 3。王 一軸狂縮試験結果 穰一2は供試体寸法幅50mm、奥行き50mm、の高さ架台25mmと50…nm、および幅500mm、奥行き500m穿m、高さ500mmについて実施した一軸圧縮試験の結果を示した。同一寸法で複数個試験したものについては平均で示した。一・「 ω 〔鱗 o手鎚5 同図よ り供寡式体の高さの違いカ｛あっても一牽由タ王縮彗螢度尋ま単位体積重量の増加に比例して大きくなり、圧縮応力∼ひずみ曲線はほぽ同形状を示し、降伏ひずみは2．5％∼3％の閲にあるようである。2ρ降伏後も狂縮強度は増加している。0kgf／m3の結；果は他の寸法の岡じ単位体積重量の圧縮強度よりも小さめの値となったが、1供試体の試験結果であり試験誤差、単位体積重量が公称 一一一一一50×50x50 一一一叡）×50×25暮＼L5 …！…ノ／2・厭鵠起 ！’ラジ7 ，，…｝16kgf／mユb l．O ’／ ，’！ん 、．、一一ン！ ，…一Mkgf／旧コ只単位体穫重量よりもやや小さめであったことと密度の不均一によるものと考遠えられる。鐸q5 魍一3には、圧縮ひずみ5％時の単位体穰重量と各供試体の圧縮強度の関係を示した。同図より寸法効果はほとんどなく、圧縮強度と単位体積重量はほぽ直線的な関係にあり、圧縮強度は慰PSの単位体積重量が増せば直線的図一 1 澱三縮震式験機 500×500×5DO なお、供試体寸法幅500mm、奥行き500mm、高さ500mmの2重400”7二一一” ．．．．．一｝12kgf／鷹ユ！／／1 一一一＿一の”響一ノ汐 一断帰＿一一一一’’∠’曜ノ’4ダ唄Oo5 10 15 20圧 縮ひずみ ε（％）図一2 圧縮ひずみと圧縮応力の関係に増加するといえる。また、i司じ高さの供試体でも圧縮強度に多少のばらつきがみられるが、これは、EPSを型枠内で発泡する隣の密度の不均質および試験誤差等に起因しているものと考えられる。 園一4は、一軸班縮試験における各供試体の初期割線勾配より求めた変形係数と単位体積重量の関係を示した。初期変形係数はばらついてはいるが、供試体の単位体積重量の増加および供試体寸法が大きくなるにつれて大きくなる傾向を示しいることがわかる3》。また、初期変形係数は5％ひずみ時一46一 の変形係数の約2倍程度の値であった。降伏後の変形係数は供試体の寸法による差は小さく、安定した値を示し、5％ひずみ時の変形係数の約10分の1程度の値であった。一軸圧縮試験においては、EP S体は軸方陶蕨縮を受けた襟は側方への膨張は無く、軸方向ぼカを解放すればほぽ初期状態に回復する。しかし、狂縮ひずみをさらに大きくした場合は収縮し、ポァソン上ヒは？イナスとなる。 供試体寸法輻50mm×奥行き50mm×高さ25mmで実施した載荷速度を変えた言式験では、圧縮強度、変形係数に大差はなく、載荷速度俄存性は認められなかった。Nε≡（1．4 80り＼O：脇1．2△＝メ口：50×50×5050×50×25嫁ム500×500×500貸り60譜＼葛口 1．Ob0＝50 × 50 × 50△： 50 × 50 × 25E〕： 500x500×500 口あ 必△ △o醸20 q6螺o撮q4懸口O lO＿L一↓ lO l2 14 16 18 20単ムム口麟蟻ム懐oO 40誰oRq8 ムθ盛㊥oε ロ｛立 体 積 重 還 （ k gf／m3）図一3 単位体積重量と狂縮応力の関係 12 14 16 18 20 単位体積重量 （kgf／m3）図一4単位体積重量と変形係数の関係3．2 繰返し載衝試験 図一5に単位体稜重量20k8f／m3の3供試体5こついて実施した繰返し載荷試験の結果を承す。最大繰返し載荷荷重強度（鈴）／5％ひずみ時の強度（σ、）の値を0．4程度として繰返し周波数を20Hzと10Rzに変えて繰返し周波数の依存性を調べたのが、漁1（P／σ・＝0．388〉と甑2（P／σ。編0．398〉である。閾者の聞には載荷荷重に多少の差はあるが、 100万回の繰返し載荷回数に対しては供試体のひずみはほとんど蓄積されず剛繭を示し、周 経返し回数 （×103） 1 波数依存重生は孟忍められなカ・った。○ なお、単位体積重量16kgf／m3においても同様の試験結果が樗られている。 ■肱2（σドム砂0．艇5Rgf／㎝；）駕ワ糧嶺欝鑑裳燕薦姦尉芸饗脳騒W繍鳩’こ＝＝口”咽’贈働一〆馳2（σ。＋△FO、398kgf／㎝＝）3 （P／σc 漏0．565） ではi載荷体の残留ひずみは蓄積されなかったがの、10万回を越えた時点か1ρ鴫㌔ol，5 ＼甑亙ノぬ3（σ。＋△σ障0、565㎏f／㎝2）鰭陪A ￥ ￥ ￥。＋△σ葺O、認8㎏fノ㎝∼） 、、、￥＼￥＼載荷周波数20地載荷周波数10臣一一一地3、P＝σρ土△σ・0、319土0、246㎏f／㎝＝ 載荷周波数10地 甑1、P瀟σo±△σ論O、2マ3±0、115kgf／㎝諸噸胃り一・贈卜睡2、P＝60土△σ＝O．220土0．17馳f／㎝2ら残留ひずみカ｛憩速に増力回し、 160万図で残留ひずみが初期ひずみの160％になったので試験を、地1（σD一△σ昌0．玉58㎏f／㎝∼） 、、凍Q5 P／σcを大きくした供試体Nα周波数をio厳zで実施した。繰返し載荷櫨数10万回までは供試3510 3050！00 300 10⊂X⊃2ρ図一5 繰返し載荷回数とひずみの関係中ました。 なお、繰返し載荷試験のいずれの供試体においても、初期圧縮応力と繰返し載荷荷重を解放すれぱ初期状，態に圏復する。 翻一6は、繰返し載荷強度とEPS体の降伏が生じた繰返し載荷回数の関係を承した。ここで降伏とは、繰返し載荷試験において供試体に残留ひずみの発生する時点を云う。図よりP／σ、が大きい程少ない繰返し回数で降伏し、同程度のP／σ、の値であってもE P Sの単位体積重量の小さいもの一47一 ほど少ない繰返し回数で降伏する。P／σ。が 600．6程度では三〇万回程度の繰返し載荷で降伏 Od2（騒gf／mコ） 口 △d6（kgf／mユ）する。 （ □＝20（kgf／m3） また、繰返し載荷試験における初期（1万回 三40）の供試体ひずみは、載荷荷重強度を一軸圧縮δ 心口試験の5％強度により基準化した場合は・多少蕪 △のばらつ甜あ赫載荷樋に蹄唖して醐的恥・ Qに増加 とが得られた・ 1 ぎ％ 04 まとめ O O2 Q4 0、6 0β 1，0 EPS供試体の一軸圧縮試験および繰遊し載 P／6，（最大繰返し載荷革欄鍍／5％ひずみ時の荷試験を行った結果次の様なことがわかった。 一軸圧縮強度） 図一6 繰返し載荷強度と降伏の関係 一軸慨縮試験結果 （1〉寸法効果および載荷速度依存牲は認められなかった。 （2〉一軸圧縮強度、変形係数は、氾PSの単位体積重量に比例して直線的に増加し、降伏後も 強度は増加する。 （3〉初期変形係数aはおおむね5％ひずみ時の変形係数Eの2倍程度である。 （4〉降伏後の変形係数建は、EPSの単位体積重鐙による差は小さく安定した値を示し、5％ ひずみ時の変形係数Eの10分のi程度である。 （5）EPS体は軸方向庇縮力を受けても側方には膨張は無く、除荷後はほぽ初期状態に圓復す る。繰返し載荷試験結果（孟）5％ひずみ時の一軸圧縮強度（σ。）の0．4倍程度理下の載荷荷重強度（P）であれば 100万回の繰返し載荷でもひずみの薄積はない。（2〉繰返し載荷試験において供試体に残留ひずみの発生する繰返し回数はP／σ、が大きいも のほど、またこの値が陶じでも単位体積重量の小さいものほど少なく、P／σ、が0．6程度 では繰返し瞳数10万園で残留ひずみが発生する。（3）周波数依存性は貌／σ，がO．4倍以下では認められない。（4）初期圧縮ひずみは繰返し載荷荷重強度（P／σ。〉にほぽ比鯛して発生すた。（5）繰返し載荷試験においてもERS体は側方に膨張は無く、除荷後は初期状態に回復する。 今回の猛PS体の試験に当たって供試体の提供と供試体の成形に榔協力頂いた積水化成品工業株式会祉山本健研究室長、手塚久雄専門係畏、三菱抽化バーディッシェ株式会社遠藤紘主任紐究員、平野透研究開発部次長に感謝の意を表します。参考文献1〉東 重毒禾ロ：発シ包スチローノレを用いた工法の施ユニ1列、±と基礎 Vo1．35、No．42）浜田英治・山内豊聡＝盛土材料としての発泡スチロールの荷重、変形、強度特性、第22土質 工学研究発表会圭987．6（新潟）3〉巻内勝彦、峰岸邦夫：軽量盛土材料EPSの厩縮および摩擦特性、第23土質工学研究発表会 1988．6 （宮騰）4）浜田英治、庸内豊聡3盛土材料としての発泡スチ浸一ルの繰返し載荷実験、第23土質工学研究 会1988．6 （宮崎〉一48一 | ||||
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| タイトル | 軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の構築 | ||||
| 著者 | 村田修・安田祐作・館山勝・八戸裕・大石守夫 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 49〜52 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30065 |
| 内容 | 表示 第24回土質工学研究発表会H−6く束 窟【） コ蒔成元歪影6月18軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の構築（財）鉄道総合技術醗究所 村田 修 安磁 薦作 館山 勝（株）大林組土木技術部 八戸 裕 ○大石 守夫1 はじめに 近年、超軽量材料である発泡スチロール（EPS）を爾いた盛土工事事働が、急速に増えている。 今翻、鉄道路床を想定したEPS盛土を、実物大規模で軟弱地盤上に構築し、静的ならびに動的載荷による盛土体の挙動、軟弱地盤へ与える影響について計測した。本報告は、このうち盛土構築と静的計測結果について報告するものである。 なお、この既究は運輸省補助対象r磁気浮上方式鉄道技術開発」のうちヂ営業線用ガイドウェイの開発」の一環として行ったものである。2地盤状況 言鵡灸場所は、静岡県下の後背湿地性の沖積低地である。土質の概要は、図一1に示す様に地表面から厚さ約1mの盛土、その下に厚さ約10mにわたり軟弱な腐植土層とシルト層が、さらにN値10未満のシルト層と砂層が約3mあり、その下位にN値30以上のシルト混じり砂礫層がある。 このうち、腐植土層は含水比w鵡300∼iOOO％、間隙比e40∼13と腐植土のうちでもかなり含水比が高く新鮮なのものである。シルト層は、上部の非常に軟弱（N値＝0）な部分と下部のやや密な部分とに分かれてい深度血銀嫡成（周る。 表面の盛土は、試験盛土8ケ月前に施工，したもの0 40O目5であるが、すでに約40cm程度沈下しており、試験中も約1．5cmノ月の沈下が継続していた。N 笹やi禽水比Mm5シ。き1．5OlOOO簡隊比Y盛 出腿繊Y γ一 嘗℃＿ なお、地下水位は、地表面付近である。幽 〔一 幽3 試験盛土の概要 試験盛土は、高さ3m，編4m，長さ4mの試験体を3つとこれら試験体の爾側に蠣2mのダミーブロックを設けた全長16mのEPS盛土を、地盤上に積み上げたものである。雫 一一 一R5，．、淑1需 勝139、一『i46｛壁』！q’、ρ∵oFl転 試験盛土の施工手順を図一2に示す。シルト一 P一 艦工＿129シルト混リ砂シルト砂 鞭シ乃ト漉9砂 礫 掘削は、既設盛土の撤去を油圧ショベルで行い、不 図一1 土質概要透水性シートを掘削謹全面に敷いた上にサンドマットを敷きならした。この時、シートの下にメタンガスの充満が認められたので、シートの所々に切りこみを入れ、ガス抜きを行った。肇購難継難工鵬02m H二3m W漏4m 使矯したEPS拐料の規格を表一1に示す。1層の厚さを0．5mとして、合計6層、高さ31nの積み上げを行つた。 砦巴G1概この際ブロック相互，の営地が上下に連続して重ならな t讐05m 図一2 施工手順いように、また、各々の試験体が独立したものとなるAcasestudyofthetestembankmenもbyusing冠PS（ExpendedPolystyro1ConstructionMet｝｝od）o豆the sofもground lO．Mur＆ta，Y．Yasuda，T、Tateyama（Rai玉wayTechnical Rese段rc五Institute）Y．Haもinohe，M．Oぬishi（Ohbayashi Corporation）一49一一軸圧縮kgf如25 沿Y yyV Y54嘩 体．与i、0 表一1 EPS規季各 ように、寧前にEPS割り付け図を作り、所定．の寸法に切断したEPSブロックを配置した。冨度（詫9／m⇒ また、試験体と試験体の境界・部分は、絶縁部としてi8烈グリース層を設けた。寸法 幡町縦2000幻1横Iooo窯7原さ500士Q5臨強凶9シc諮） 燃焼性06 以上自巴消火性（5％ヒズミ EPS側面の保護、ならびにEPSブロックを一体化する表一2 側壁材の概要ために、表一2に示す3種類の側壁材を用いて、EPSを貫通したタイバーにより盛土，金体を拘東した。（図一3）名 称 以下に壁面の材料について述べる。趣是断 面 蘭隅｝ブレキャストパネル プレキャストパネル…一工場生産された中空モルタル版鰻魔形鍮で比較的軽量であり、現場での切断なども容易であるたげグキブレーの陥レタノ鷹（フ7ブリフォーム1め施工性に優れていた。 軽量型鋼（デッキプレ素 材（kg／細》 614へF㌍颪、・ 一55モルタルr5鋼 振500ナイOン布ナ伽ンP一フモルタルート〉・…・長さ3mのプレ 平翻図一トが、1枚当たり25 16，0 a部詳細図デ7キブレートkg程度と雰常に軽いため、金て人力での施工が可能であった。 場所打ちモルタル壁（ファブリフオーム）・・…側面鴎出来上，カ｛り厚さカ｛、 10 鉦cm程度となるようにナ角型鱗管εPS！ x x32・ゴムバ，キンイロンロープで補強し c部詳細図たナイロン袋の中に、 7アブリ7才一ムモルタルを注入したものである。｛グリース層）EPS盛土上面にお1設した厚さ10cmの床版コン図一3 試験体の概要写真一2 偵理壁工写真一1 EPS積み立て状況一50一 クリートは、上載荷重をEPS盛土へ均等に分布させるととに、EPS盛土表薦の不陸の整正と保護を目的に設けたものである。床版内には溶接金網を配置し、各々の試験体毎に縁切りして作成した。 載荷板コンクリートは、浮上方式鉄道用ガイドウエイ死荷重に相当する重さのものであり、以後の動的載荷試験時に設置する、起振機用アンカーボルトを埋設したRC構造版である。 試験体の施工中ならびに完成後の放置期間と共振試験中に表一3に示すような動態観測を行った。観測計器の配遣を図一4に示す。このうち、沈下計の写真一3盛土完了観測はレベル測量で行ったが、その他のものはスト表一3 観測項目一覧レインメーターで行った。測定項目 動態観測結果を図一5に示す。このうち荷重は試験工事前の状態を基準（0ソm2）として表したものであり、掘肖ilによりマイナス側へ移行し、その後の側壁、床版の施工で第1回目の増加が、載荷板の施工で最も大きな増加が、また45ヨ目の増加は起振機の設置に自 的沈 下 計地盤の沈下伸 縮 計発泡スチロール各部のひずみ土 圧 計発泡スチロール盛土下面と内部の応力 （鉛疸応力）間隙水圧計地盤内の間隙水圧ひずみゲージタイPッド部の応力（横方向応力）よるものである。 1）地盤の沈下…嫡・ここで、測定の初期値は、 EPSブロック積み立て完了後の値としたが、測定初期に認められた浮き上がりは、 メタンガスの発生による影響と考えられる。荷重の増加に伴い、沈下は増加しているが、 載荷板コンクリート打設時に最も大きな増加を示し、その後は落ち藩き傾向を示している。沈下傾向は瞬時沈下が大きく荷重増加による地盤のせん断変形に伴う沈下が多くを占めていると考えられる。図中、破線で示したのは、試験区域付近の沈下傾向を示したものである。 2）EPSの伸縮一施工各段階の荷重増加に対応した収縮を示している。雨試験体とも収縮量はEPS隈さ3m当たり約10mm，0．3％の圧縮ヒズミとなつた。 3）土圧…・載荷板コンクリート打設時に最も大きな増加を示しているが、計器設置位置の違いによりこの値は大きくなる、一部計器には応力が集中したものと思われる。 4）間隙水圧一多少の変動はあるものの、設置後、ほぽ一貫して静水圧に相当する値を示していた。 6）タイバー張力・一側壁設置後、約200Kg／本程度の張力を目安としてナットの締め込みを行ったが、 D一ヨ D−2 D−3 D−4曇 一 鑓LxCT湘皿隔隅趾x……辿◇◇一お58逓◇＼P両一）Eだ並xCT−2鋤x12逓迦W l図一4 動態観測計器の配置一51一戸SP−8SP567凡 倒 ヒズミゲージ測定値の変動が大きく均一lQな値とすることはできなかった。また、猛哩 一荷重 O縮側の値を表示する計器もあった。これは、己幽一り瀦｝ 鱒 幽 一10タイノ｛一とf則壁、長手プラ洵タイノ｛一などとBバーへの応力の集中は認められなかった。艶oRの変化は±300Kgfγ本と比較的小さく、タイ20 30 40 50O ⑭沈下伽︶め込み後の値を初期値としたその後の張力（注：原地盤面を基準として）O IO051Ql5の接触の影響と考えられる。このナッi・締ブレキャストパネル デプキブレート ll團，臨6 まとめ『｝∼一一一一一一ユ舳 今回の試験で以下の様な点が明らかとな○つた。 ％伸 ④ 1） 軟弱地盤上のEPS盛土体の連続性を保縮 O o 5眠撃 ⑫ 持するためには、剛性を持った基礎（薄い璽（㎜） o RC版等）が必要と思われる。lO⑧ ⑧O O國O o餓醜 拠 2） 盛土全体が非常に軽量であるため、 側壁などはできるだけ軽量な部材『とし、言斐⑲ ⑤ の＠ ⑧＠鴨 計、施工に当たっては重量バランスを考ロ慮 したものとする必要がある。 3）地盤に対して増加荷重が少ない設言†を口 O 口 行えば当然の事ながら過剰間隙水圧の発生、 は無く、軟弱層の圧密に起因する沈下の問 土 題は無い。 圧 4）荷重の増加に伴う水平方向の応力の増 加は、非常に小さなものであり、静的には（k賄δO タイバー数量は大編に減らせると思われる。 間 10 隙 5〉 荷重の増加に梓いEPSの収縮が発生し 水 050（kgf％のCD co範 ＠⑳ 圧 ているが、増加荷重1t／m2にたいして0，3％ と、小さな圧縮ヒズミで収束した。 Q2 講辞 EPS盛土構築にあたり御協力を頂いた、 Ol 張積水化成品工業（株）手塚久雄氏、三菱油化バー ○ カディッシェ（株〉遠藤紘氏・（株）オカニ沖村雄吉（称∫Ol器國器謡Oo♂④ 魎囲 田o鼠留，義氏に紙面を借りてお礼申し上げます。 ”Q2 −03 参考文献 村田他、軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土、の振動及び繰返し載荷試験について、第24膨土質工学研究発表講演集、1989一52一−図一5 動態観測結果 | ||||
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| タイトル | 軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の振動及び繰返し載荷試験 | ||||
| 著者 | 村田修・安田祐作・館山勝・菊地敏男 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 53〜56 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30066 |
| 内容 | 表示 第24圓土質工学研究発表会H−6（東 京〉 平成元年6月19軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の振動及び繰返し載荷試験（財）鉄道総合技術醗究所 村舶 修 安田 祐作 舘山 勝（株）大林組 技術研究所 ○菊地 敏男王．はじめに 発泡スチロール伍PS）を溺いた鉄遵盛土を実物規摸で軟弱地盤上に構築し、起振機を絹いた水平、上下方陶の振動特性の把握、列車走行の繰返し荷重に対する盛土及び基礎地盤の沈下、傾斜等の性状の掘握を目的とした試験を実施したのでその結果を報告する．試験体はEPS盛土をデッキプレート（軽量形鋼）とプレキャストパネル（軽量モルタルパネル）の側壁で保護した2種類である．なお、この研究は運輸省補助対象r磁気浮上方式鉄遂技術開発」のうち「営業線ガイドウェィの開発」の一環として行なったものである。2．地盤及び試験体の概要 試験体作成場所での土質柱状図及び弾性波試験結果を図一1に示す。地盤状況はG L−13m付近の砂礫上にN値が0に近い（Vs・50∼80m／、）腐植土、沖積シルトが堆積するという単純な構成である．試験体の形状及び寸法を図一2に示す。窟n試験体は高さ3m、幡4m、長さ4mのブロックを3個と、これら試験体の爾側に編2mのダミーブロ・ソクを設けた全長16mのEPS盛±である。長さ4mのブロックのうち2個は、側壁がデッキプレートとプレキャストバネルであり、残りの1個とダミーブロックは場所打ちモルタル壁（ファブリフォーム）である。各試験体の間は盛±体を貫通させたタイバーによって拘東し、各試験体の境界部分にはグリースを塗布して縁切りしている。また、各試験体の上薗には厚さ0、5mの載荷板コンクリートが打設されている。3．計器配璽及び計測システム 共振試験に硝いた計器の配置を園一2に示す。加速度計は2種類の試験体の盛土中（一3X・Z，一2X・Z。一朕・Z−5RZ，一5RZ2，一4RZ，一4RZ2），デッキプレート側の地盤中（G−2・X・Y・Z），壁より25、6m地点の地盤上（デッキプレート側）、壁より23、3m地点の地盤上（プレキャストパネル側）である。この他タイバーにひずみゲージを、また盛土上に光学式変位計を設題した．各センサーからの波形は、それぞれ専絹アンプで増幡したあと、ディジタル式データレコーダに収録した。また、計測時における共振曲線の作成は、アナライザー，パソコン，プロッターを絹いた。収録したデータは実験後、計算機により解析を行ない振動数，振幅，位相Vs；m！辱の読取りを行なった。深度 繰返し載荷試験に罵いた計器の配置を図一3に示す。計器はタイバーに取付けたひずみゲージの他、沈下計，伸縮計，間隙水圧計，土圧謙である。デ土質構成（m）0日5σo40騒 土y ゾyY γータの収録はディジタル式ひずみ計からGP−I Bを通してパソコンで実施lo（w癬｝腐極土Fγした。544．試験方法γ Yγ一一僧 一幽 一 ｝一¶ゾ（1）共振試験㎝ 轍 備シルト一 皿一 一 共振試験は2っの試験体において水平方向、上下方肉で実施した。水平方向の加振源としては、7．5ton起振機（V7．5−10型）を胴い、上下方陶では監＿目5＼y』 一！…596ton起振機（狂X−2000−DC型）閑いた．当初、水平方陶・上下方向とも起㎜ 一129 Y146一 『O oρ oo＼o o＼oシルト促リ砂シルト砂 蹄シ几ト混リ砂 礫o振カー定（2ton》で実験を予定したが、起振機の性能上水平方向の場合2iセ以 ＊Vpは各層rご1φ00皿／8降、上下方向の場合洲z以降を起振力とした。また、水平方向では変位が大 一Studyonむhecyclic1・adingtestandtれeresonanttestofthe紅estemba臓k鐙entmadebyusi蓄1gEPSon七hesoftground：αMuraしa，Y。Yasuda。M、rateyama（RailwayTech職icaiResearchh｝stitute），T．Kikuchi（OhbayashiCorp，rech、Res．Ins紅．）一53一 きくなったため20甑gで実験を行なった．振動数のピッチは水平方向、上下方向ともe識∼0，3肱とし、共振点付近はさらに細分した。加振した振動数の範囲は、水平方向の場合0．5∼1甜z、上下方両の場合O，5∼20Hzである。（2）繰返し載荷…式験 実験は2種類の試験体における共振試験のあと、デッキプレート部で実施した。加振源は上下方向嗣の起振機を馬いた。測定は設定した繰返し回数になった時、起振機を止めて実施した．設定した振動数は1開zである。起振力は当初3．3tonで実施したが、59万回の載荷でも試験体の沈下量が少なかったため、以後の起振力を6tonとし合・計100万回実施した。5，実験結果（1）共振曲線 デッキプレート，プレキャストパネルで作成した試験体、地盤中及び近傍地盤における代表的な測点で求めた共振曲線を図一4から図一7に示した。共振曲線は応答加速度を起振力IKg当たりに燈準化している。 図一4は水平加振における盛土内水平煽速度の比較である。この図より、2種類の試験体に共通して現われる顕著なピークは、L6翫，5｝lz， 40 単位＝閉 凡 例D．5Rzr㎜Tr 1一成分P−5RZ D−5RZ2上部から底部になるに従い小さくな加速臨鱈二成分 P−5RZ2 1三成分っていること、2種類の試験体を比較すると、各ピークの振幅はデッキプレートの方がプレキャストパネル記弩測定項目◎O⑫8｝iz付近であること、振幡は試験体 ． ZG−3x（256殖）．ザ．L五G−4x（233恥）丁D−4RZ 働D−4RZ2より20％程度大きいこと、等がわかる。歪ゲージ（張力）＝ ×光学変位計沈 下 計伸 縮 計間隙水旺計土 圧 計圃⊥◇φG−3X；D摂！馳盤上P−4RZ P−4RZ2 図一5はロッキング振動の影響を ㊨ G−4X，鈴卿飽盤上G 4X津卿飽盤上 ＠晃るために、試験体上端の左右及び 2、0 4．0 4，0 4．0 2．O下端の左右の上下動加速度を比較し 起振機煕城慨たものである。この図より、2種類OP−DD弓×Z P−3×zの試験体に共通して現われる顕著なピークは、1聞z，5騒z付近であるこz ⑰ ◎ Xと、瀟は錦の鮪（又は欄の」」左右）において若干の差が見られ、××XX◎X㊦D−2XZP−2X，ZP−IXZOP−P×X。XX㊨X試験体が完全な剛体でないこと、2 ロっの試験体を比較すると、各ピーク おε G−2×，z 齢デッキブートの振幅は全体的にプレキャストパネ 魎 ②ヴレキャストパネルD一こと、等がわかる。試験体内上下加速度の比較である。この図より、2種類の試験体は共通して9∼11．翻z付近をピークとする起振機D−12に毘られること、等がわかる。振幡は両試験体とも8∼雅z以下において試験体上部と底部でほぼ等しいが、D−2D−1S−1 Z ロ ｝S−2×」 r 惇 鴨CT山形の形状を示していること，ピークはこの能に、訓z，13Hz，17巽z付近（D・ファブリ7オー一ム図一2 奪試験体の概要，共振試験の計器醜置ルよりデッキプレートの方が大きい 図一6は上下加振の場合における1X，Z鍾SP−1催 Z⑰，」◎ x SP−4 x CT X◎（DSP−3 1，2，5 SP一 駅＼pw−2働へ胆 勉 図一3一54一繰返し載荷試験の計器配置 この振動数以上では上部が底部より 8き ブレキャストバネルデッキプレ」卜大きくなる．これは試験体の軸ひず 3みが発生していることを示していミiD−3×印P−3× 石δ 尤盛土上部においてほぼ同程度である、、／．縮託，＿一る。また、2種類の試験体の振幡はg 一2× の 図一7は水平加振の場合における OO試験体底部、地盤中及び周辺地盤のと、舗z以上から増加する傾陶にあ璽 ぺ るが・G−IX・G−3Xの振幅は低下して喜φいる．これは地盤の車越振動数以外 の1次卓越振動数は1．6財と推定され れる。 O8デッキブレート＞ 履解解く呂oP−4RZ2ン D・4RZ○Oo 8（Hz）IO 2 4 6 図一5盛土内上下加速度の比較（水平加振の場含）8デッキブレートプレキャストパネル呂σ D−3Z 難 劉（・7∼㎏＝2 ＼’いψ一v｝〉 ＼＼P−IZ4 P−3Z 一 一 、鯛’ク ＼P又2Z＿く於ノ“へい P一ほ ハヘヘ o l6 20 0 4 8 i216 208 12 o図一6，｝・− ｛Hz）盛土内上下加速度の比較（上下加振の場合）じ）？8ま測 壁 旨、…9隔2x ，i ／l D胴1× 房〉r慢罷3×G−1×却、読rン、．ど＿、の誘鷹方向るためと患、われる。 Q8く呂z）iOひぺ11、5駝のピークの減衰定数は22∼24離擦等によりエネルギーが消費され P−5RZ2 P『5RZ2 4 6が、水平方向騙z，上下方向105∼ 8 9、 灘、環監緊 《1・ 7’一声 D−5RZ、＿％と大きな値となっている。これは量ゆ ぺ け振動数が高くなると各ブロック闘の石Qプレキャストパネル㎝ 濠D−5RZ2 試験体上部における各共振曲線の＞＿ 呂σピークより、減衰定数を1／！2法で｝ピークの減衰定数は5∼7％である8（Hz）10盛±内水平加速度の比較（水平加振の場合） 2求めたものが表一玉である。表より の水平方向 1．6Hz，上下力向服zの σ0球、畏ミ㌔！響一’ ．！一1、／ 8（Hz｝IQ OO 2 4 61㌧／ ＼ ノ裂の振動が地盤を伝播する際に減衰す o OQることを示している。従って地盤の（2）減衰定数 一！’薗へ’一2 4 6 図一4共振曲線である。この図より、0蛙X 四 6とG−2Xの振幡は1，6Hzのピークのあ9o φ縮緩1畠6デ序レ＿卜陶8あ水平上下o｝ブーレキャスト o 0 2 4 6 81日zllO（3）振動モード水平 バネル上峯網o．065．9o．192．6§．05田．51．5，ノ（目zle．24o．375．o0．192．9o．o了貸．o9．22 ＿7 地 の ・’ の凱） 表一1 減衰定数 共振曲線の代表的なピークにおける振動モードを図一8と図・一9に示す。図一8は水平加振の場合における振動モードである。爾試験体の振動モードはよく一致している。また1、甜z，5肱ではロッキング振動が卓越しており、このうち1．朋zは地盤の変形も大きいことから、地盤の卓越振動によるものと推定される．一方、8Hzは水平動に比較し、試験体上端の上下動が小さいことから、セン断変形によるものと思オ）れる．図一9は上下加振の場合における振動モードである。岡試験体において、2Hzでは各測点の振幅がほぼ等しく試験体の圧縮量も小さい、一方、田．洲z・1田z，1額zでは上部と下部の振幅に大きな差が見られることから、試験体が圧縮変形していることがわかる。また、この振動数では試験体中央に比較し左右の振緬が大きくなっており、重量の大きい側壁が狂P S盛土と異な・）た振動を示していることがわかる。（4）繰返し載荷試験 試験体底面のサンドマット及び地盤の沈下量，試験体の坤縮量，鉄筋の張力，地盤内の闇隙水圧，試験体内及び底面の土圧，等の測定結果を図一田に示す．図より、各測定値は繰返し載荷によっても大きな変化のないことが孟）かる・なお・加振時の動的振幅は試験体上部において、50万回以下の場含0．9mm程度，50万回以上の場合1、4闘程度である。 一55一 l q2」o｛9。1／k9） 02・Q（9d／kg｝ 02」o（9。1／kg｝十湛 t一イーi‘十 囎、幽ヌ，1工10．5Hzlr 02』oてgol／kg》11・OHz黛，“ ll ll，じし貿ゴ…ll刊算幽曽”1η13．0蹉z13・OHzi二1ユこ二轍ド1、 lr「llll頓 し．t一」1、涛丁 デッキブレート ブレキャストパネル図一8 振動モード（水平加振の場合）6．まとめ3．3し 共振試験及び繰返し載荷試験の結粟をまとめると次の通O 50 iOOりである。 （1）水平加振の場合、1、鰍z，5Hz，8Hzにピークがあり、1。舘zは地盤1次の卓越振動数、5肩zは試験体のロッキング共振、闘zは試験体のセン断変形によるも12．5一1απ1のと思われる。 （2）上，下方向加振の場合、2肱，10、5Hz ㊤ ゆ”o♂沈下 OQ o ゆ お ゆ㊤∴き梅差ゴ β0UHz，i洲zにピークがあり、 8∼鰍z以上の振動数で 8 伸は、試験体に盛土軸ひずみが生じている．また、重量の大Oψ 9・ 縮きい側壁と鼠PS盛±，は異なった振動をしている。 （3）O O O CDOO 置 lO（㎜》水平方向1．聞z，上下方向2肱のピークの減衰定数は5∼7 ll％であるが、水平方向5Hz・上下方向田．5∼1田zの場合は22 O 張 一〇1∼24％と大きい。 （4）田0万回の繰返し載荷においても、各測定値には大きな変化のないことが確認された、起振力＿馬繰返し回鍛 （×田，Dgo回） カQ O O O＼＿CT △ 為 血α凸 o贈含・・o。、製 ーQ2・ ム ▲｛t／体） 一Q3 間 lQ 隙 水05一 圧（kgむく‘πのO岨▲ムム炉ムks．3・3ム A㎜O O O ODOO O O O O㈱⑦ 9 9 6◎g o 9 ㊦ o o鵬㊨ ＠ o 脚Oo ⑦ ㊥ ⑬ ㊥ ㌧PW−1 ㌧PW−2 lO’ 謝辞 騒倉S盛土構築にあたり御協力を頂いた、積水化成品工業㈱手塚久雄氏，三菱油化バーディッシュ㈱遠藤紘氏，㈱オカニシ中村雄告残にお礼を串し上げます． Q5一 厩（k9正／繍》』 O＼一sP冊2繕諾乖1：13土碑㎜＜参考文献＞ 一 1）村田修，安田祐作 舘山 勝他；軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の構築，第24回土質 工学研究発表会 田89鰯6月一56一 | ||||
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| タイトル | 発泡スチロールを用いた軽量盛土道路の振動測定（その1） | ||||
| 著者 | 篠崎亘・早川清・天野勲・竹下貞雄・松井保 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 57〜60 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30067 |
| 内容 | 表示 第24懸土質工学研究発表会糾一6（東京） 平成元年6月20発泡スチロールを・用いた軽量盛土道路の振動測定（その1） ㈱建設企爾コンサルタント 正会員 O篠 賄 亘 立命館大学 理工学部正会員 早川 清 学生員 天 勝 勲 正会員 竹下貞雄 大阪大学 工学部疋会員 松井 保1．まえがき 最近、わが国では、発泡スチロール（Expanded Poly−Styro1，略してE R S）の土木的利用開発が脚光を浴 ”、21、3｝びている。E P Sは、その軽量性，耐羅縮性，耐水性ならびにこれを積重ねた場合の自立性などの特徴を窟し、軽量盛土工法，土厩低減工法および浮体工法などにより利用されている。また・E P Sは従来より地盤振動の間接的な低減射策として、地申壁材料としての適性も検討されているが、サンドマットのように用い 4》た場合の地盤振動の伝播特盤についての砺究は数少ない。 大阪府では、都帯計画道路の建設に採い、中央環状線の北行の立体交差化が必要となり・立体交差工事を施工するに器って、中央環状の北および南行き車道部分の閣にある高架橋下に2箪線の仮設迂回道路を仮設した。当地区の地盤は東大阪の軟弱な沖積粘土が10数斑の曝さで堆穰している。もし迂回道路が1∼2m厚の新設盛土により施工されれば、荷重が付加され、また、杭にネガティブリクションが発生することも懸念され、そのため杭先端支持力が許容値を上回る箇所が想定された。そこで、その軟弱地盤対策として、問題の簡所には超軽量の発泡スチロールによる軽量盛土工法が採薦され、すでに施工を完了して迂圏道路は供用されている。 本論文は、上記の高架下の迂回道路に敷設された4箇所のE P S施工猛闇と2箇所の一般盛土区間で、平闘遵路および高架道路の供用中の道路交通振動測定を行った結果についてまとめたものである。2．施工概要 図一1は立体交差と迂回道路の南側付近の平面図を示したものである。また、図一2は高架道路と迂回道路の漸面および地闇図を示したものである。なお、北行き立体交差の施工延長は595m（幅員8。i鋤，2車線），迂圏道路の施工延長は877．5m（輻員4．Om×2，2車線）である。 迂回道路が盛土により施工 大阪中央環状繍立体交差廷畏Lロ595mされる場合，高架橋の橋脚基 一ZEPS施L礎杭の支捲力がフーチング上浄ロ襯の橋脚である。そこで、種々の対策工について比較検討を信号北行き憲糠一㊥円4．， む 占）r・N 4O ・ く3 ・O ・ 部工剛o 申N 馴 毒円3由の円2⑭借号購行き康線「 こ上部工團地一﹃1繰鹸回るのは、P−6，P−8，﹄︳、侵の盛土荷重により許容値を上P−9ならびにP−12の4本書川P騨1 P¶9ζ 工『！㊥上部工目地＿一ド7 F・6ρ 鴨 榊 榊 喘 冊㊤哨卜5 P・4一 覗 確行った結果、E P Sによる軽＿髄回 ．．．．．の ，． ，の 。蹴土工法が・安雛施工ここ二＝二一く｝㎜圏｝㎜㎜㎜｝㎜性および経済性において優れ O loo絹 一ており、最適な対策工法として採用された。 図一1 施工平i面騰eas慧rementsfoでvibraもio織cbaracteris七icsof1隻9懇勧eightembankmenもroa6byEPS（Part1）；W．Shinozaki（Co捻structiQnProjectCQasulta盆ts，Inc．）K．Hayaka弱a，1．八mano，S。Ta麹es嶺a（Rits麺恥eikan齢vers三ty），T．得atsui（Osaka嚇versity）一57一 狂PSの蕩極工、は、OP（㈹兆行 1刊5①掘削，②敷砂（t南行壷ρもマ刊O竺15cm），③建PS嬬附“5娼了畷五x翼臓5oc皿） の手順でぞ予った。図一3轟まP−6橋脚l『4（罵Z V・臼一 r 匹llu〔一 一一4醜 ，Z） Epsの 1l l甲一2ファノレト舗装 （15lIlloで−20llI嘉訓一25−50 3 』一−55一∼｝3 遊X》膏︾ て−15路盤（43c醗），⑥アスlllS一膣，”︾一10↑︶︵目” 目lI肖］“﹃1酢1酢1﹃IllI獺ctc15cm），⑤賂体，ll犀噂麗阻旧卿5（ドio㎝，φ竺5匹o哺o断Illlllll覧llβ1﹃l繧1蓼“摯筋コンクリート床版＄一肇＄一肇〔xyz》﹃＠ブロック組立， ④鉄→G晶組5Dマ1置5 E、1＿」、 謄 一艦のE P Sの施工単臓図一2 横断および地層および断面を承した皿OV常毒長、曽むレペ，レ言うものである。なお、ロひ微択働計蛎・地守地震計図一3には後述の計△S一サー4ζ型むB鉱右！T 10，92σ 2、御測器の配置も承して （d）平面ある。P−9，蛋》一12橋脚の施工平面は，P−6と同一であるカく、 P−8橋脚につ と認一一＝一ム 亡門＿糊 1］u〔I uuuいては基礎のフーチ （b）敵面ングカ｛大きく、位、置もずれているため、図一尋 P−8橋脚の猛PS施工平面図一3 計器酉琶置およびEPS施二し図図一4に示す平薗形状で施工した。表一1に寄橋脚毎のEPSの施工揺膠 穐 EPS厚さ （m》厚さと図一3に示すβ盛土のP−5迂回道路の原地盤から舗襲面P−6までの盛土厚さを示す。表一1には、EPSを施工していないP−5，P−11橋脚の盛土厚さも示してある。表一2表一2 EPS諸元裟一圭 E P Sおよび盛土厚さ盛土彫さ｛m）項目備 考物 性1，三鰐 度O。02 t／銅30．4×3＝！．21。2吸水量0．16尺／三〇〇q團竃P−80，4x4冒玉．61。5疑縮強度1，10㎏f／伽2P−90。4x3編蓋，21．1形状寸法1．820×910×400㎜な しな しP−11P−120，4×2＝0．83。測定方法0．80。5褒一3計測内容はEPS材の物性ならびに形状寸法を承したものである。滋定茜爆 灘定成分 台数 設認位置簸勤レベル計 鉛巖成分〔6ヶ所》 測定臼は、迂回道路の供用から2ヶ月後の昭 微撮勤計鉛直成分（5漸）和63年7月30日（土），31日 （露）の2日閲で、A，B盛土の迂回道路および北行きの高架橋の供用中の道路交通振動に対して実施した。測定5％ひずみ備 考地裏面 増幅器が1台（6c卜）地 表 衝 であったため、全てを 3成分 （三ケ所） 同時に測定していない地中地震猷3成分 （三ヶ駒地表下1mサーボ覆 3成分 （2ヶ所）北揖橋纏Pる，6，12は払巾段で測定加速度計 P．8，9，11は申，下段で測定 宰鉛颪および水平2方向成分は、表一3に示す灘定器により、EPSを施工したP一王2，P−9，｝》一8， P−6橋脚ならびに一般盛土部のP−5，P−H橋脚で図一3に示すような計器醗置により行った。振動レベル計および微振動計は地裏面上に、地中地震計はハンドオーガーにより地表臓より1．Om程掘削してその孔内に挿入して設麗した。また、サーボ型加速度計は、P−5，6，王2橋脚一58一 においては橋脚の天端および中段，P−8，9，三1は中段および下段に石禽等で固定した。なお、測定は各橋脚毎に1時闘程度実施し、特に大型車通 予時を対象として全てをデータ・レコーダに言己録した。 また、振動測定と合わせて、迂回道路のA，B盛土及び高架橋の北，南行きの大型車の車速をストップウォッチにより測定した。4．測定結果及び考察 （1）車速：高架橋を癒行する大型車の車速は北，南行きとも70∼90㎞／h，A、B盛土、を遣行する大型車の車速は、P−12，11地点では35k無庫，P−9，8地点では40km／h，P−6，5では50kmん程度である。この車速の変化はP−12付近に信号が設けられているため、信号による停止から発進、加速されていくためである（図一1参照）。 （2）振i勧レベル： 表一4 L m値の一覧表㎜4はレベルレコ橋脚穐 巨P S犀さ V−1（Z） V−2（Z） V−3（Z） V−4（Z） V−5（Z） V−6（Z） 平 均 備 考 （皿｝ーダ上の振動レベ1レ値を5秒間隔100個読み取り、80％レンP−12P−11P−9o・8 圃画圃圃0，0 45．5 48、0 68．5 42．5L2 圓 圃 國 園53．0 64．055．9 上部工目地あり49．0 50、550、75王．0 45、548．8 上部エ目地あり45，1ジの上端の振動レベP−8ルL田を求めて承しL6 團 國 一 團47．5 45．0P−6L2 圓 圃 圃 團46．0 42，044燈9 」二部コこE…地ありたものである。表一P−50、0 40、0 40，5 44．5 40．041辱5 40、541、2（注）口内は爲PS敷綬上の値である。4に示すようにP一・12からP−5にかけて徐々に振動レベル霞70 3は低滅している。こ 議れはP−12付近の信￥60 V−6（Z》＼／一 議脳50ゼ畷 ∬一一 ＿口 V−5（Z》、 、 V卿2‘Z》 ￥ V−4‘Z） ぺ醸蝿⊇∼熱興40 v齢、／ 導V−2仁Z》 V−4（Z）めであると考えられ貯てある橋脚でE罫》Sτ60繍るための影響および→くる。 EPSを敷設しミ誌号から発進、加速す繍 脳50盛土厚さが異なるた饗4。3国70鐸 一 王皿 P刈1 R￡ R渇」 旺L P−5 Rご12 P卿11 E￡ R二旦 丑豊 P甲5 橋脚ぬ 橋脚晦図一5 各橋脚毎の平均L p値（高架遵路）図一6 各橋脚毎の平均Lp値（8盛土）敷設上に設けたV一1（Z）カ・らV−4（Z）の値はその他の値とあまり変化していない。V−4（Z）とEPSを敷設していないV−6（Z）の値を比較しても顕著な差はないと考えられる。したがって、εPSを施工したことにより特に振勤レベルが大きくなることはなく、一般盛土の場合と同じような現象が生じるものと考えられる。 図一5∼6は北行高架橋ならびにB盛土を大型薫が走行した時の6個の最大振動レベルLpの平均値を各橋脚毎に示したものである。これらの図に示すように、EPS敷設上の値と一般盛土の値にあまり蓬はなく、P−12からP−5にかけて低減している。これはLI・の値と同様に信号および盛土潭の影響と考えられる。 （3｝加速度値：図一7∼8は北行高架橋ならびにB盛土を大型車が患行した時の5個の鉛直方向の最大加速度の平均値を各橋脚毎に示したものである。これらの図から知られるように、最大加速度の分布には測定条件（交通条件，高架・盛土の構造，形状条件，測定場所の条件）の相違により、かなりの凹凸がある。したがって、各橋脚毎の振動値を詳細に比較しても余り意味はないと，愚われる。そこで、以下にはEPS盛土と一般盛土に大別して、各測定位置の最大舶速度の平均値について検討するものとし、これらを表一5に示した。これらから知られることを以下に笹条書きにして示す。 ①振動の測定位置にかかわらず、磁PS盛土の方が一般盛土よりも大きい加速度を生じる傾向にある。 5， この傾向は箋1物大盛土における振動測定でも確認されている。一59一 ②E P S盛土、と一般盛土の最大加速度の倍率を求めると、高架道路走行時では、地中6．0 地表1．9∼50 2．4，盛土道路走行時では、地中5．3，法肩 ！4△∼ ゆピ’ 、 噺胸瓜 ，’ 、 3．8，法尻2．2，地表1．9∼2．3となり、特に 、、☆’1 、㌣ 32〔z》八 地中での倍率が大きいことに特徴がある。 ③ 地中、法尻及び地表については、車爾の走、 、 、、∫〉G21ざlz） ＼ えられる。遡 次に、近接した橋脚P−12、P−11およびP−轟｛’、、 謡10 行道路による振動値の相違はほとんどないと考 、 ’ノ ￥￥ ’／窯 砥鍛56とP−5について、地中と地表との最大舶速度 、 ！ 、 ノ 麻 、 ノ ／ 、、 、 、 1 ／ 、 、『 、 ！ ／ ㎏ 、畷齪降の振動伝達比について検討する。これを裟一6に承した。表一6から次の2点の結果が得られた。 1①廼行道路に関係なく、振動伝達比はEPS盛土Q5一一歯一の方が一般盛土「よりも小さい。②EPSの有無に肥 P41 Rご皇 R澄 B￡ P”5よる高架道路と盛±、遵路走行時の振動伝達比は、 橋脚撫前者が約1／3であり、後者はバラッキが大きいが園一7各橋脚毎の平均最大加速度値（高架道路）平均では王／8程度とかなり小さい。5，まとめ㌣ ±木の新材料として漉目され始めてきたεPS＼ 、 Grlα》（雀O r諾C惚（z）ブロックを敷設した現場での振動測定を行った結篤3一果、E身Sを敷設したことにより振動レベルイ直は地中の結果に著しい。しかしながら、地中と地表との振動伝達比はEPS盛土が一・般盛土よりかな 惑！ ！ ￥ 、 ノ 、 、 、 ㌶ レ 、＼診ぽ磁膝’薯Q5顕著である。 これらのことにより、EPS盛土の表面部を直 王聖」 P−1像 ．Eご豊． R二旦 R二至Σ P−5 橋脚酌，接伝達する波動はやや拡大されるが、EPSの内図一8 各橋脚毎の平均最大加速度値（B盛土）部を経由してくる波動に対する低滅効果は期待でび加速度の結果について述べたが（その2）の研奨遜は、特に周波数 、 ！ ノ 、 、 、 ！ ノ！ 、 、 1り小さくなり、この様相は盛土道路走行時により また、本文では、振動レベルおよ 、 ／ ＼ c唱5（z》 、 ！ 月製最《畷齪済度は一般盛土よりも大きくなり、この傾陶は特にきるものと推i察される。 ノ甥5一般盛土と比較して大差はない。一方、振i動加速表一5 鉛直（Z）方洵最大加速度の平均値（爾1） 露定並認取周走行選 ［6引姦 架 遭 跡8．7 1．5（A，日1盛灘賂9．4 1。8分析を行い、聡P Sの振動低減効果 衰一6について発表している。 なお、本計測を実施するにあたり、法 潤地中（6L−1曙）lC響1，C層314ひ1 1辱1法 尻lC・21賄 浅地 表lC甲51［C”413．6 2．ユ2．8 1．52．1 0．93、3 1，53．9 1、72．O I．1 lS下2126，025．4（注）各欄の左側がEPS盛嘉宕側が一般盛土の敵健を示す．地巾〔G−1（z）1と地衰1ひ5（z）iの振動伝達比 繍 脚 翫P一三2P−UP−6取賜走行遺路P−5絶大なご協力を頂いた大阪，府枚方土高 違 遊 路O，158o．4銘0，300O．836木事務所の方々に感謝致します。A盛土滋路B盛土道路0，：26o。捌0，oa81．490，082o，6000．2α01．G5 1参考文献1掴翻中央部 発泡スチローノレを｛寛う新しい工法，基礎工，1986年1月 1）三木 五三郎＝ 発泡スチロールを用いた工法の施工倒，土と基礎・Vo1急5 悔4 昌priL1987・ 2）東 滑 和； 魏スチ。一ルを隙・た轍盛土厳の動服蹴果襲工，ig88年朗 3）松井 保他＝ 納スチ。沸によ磁賑勤嚇繭策。こついて，知23阯監学確撒会・ 4）馴1！清 昭和63年6月5）三粗螂他溌泡ス知一ンレによる遵騒土の交擁轍桝る麟醸性灘23蹴監学 研究発表会，昭和63無6君 発泡スチ・一ルを隙・綴量盛土道路の振輔定（その2｝・第2掘預工学 6）天野勲他＝ 研究発衷会，単成元年6月，一60一 | ||||
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| タイトル | 発泡スチロールを用いた軽量盛土道路の振動測定（その2） | ||||
| 著者 | 天野勲・早川清・竹下貞雄・篠崎亘・松井保 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 61〜64 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30068 |
| 内容 | 表示 第24園土質工学研究発蓑会（東 京） 単成元隼6月H−621発泡スチロールを爾いた軽量盛土道踏の撮動測定（その2）立命館大学大学院学生員○天野 ．動立命館大学理工学部正員 劉目 清 同 上正員 竹下貞雄㈱建設企画コンサルタント正員 篠蘭 颪大阪大学工学部正興 松井 保1． まえがき 繭報Dでは、測定結果の一般的な振動性状に関して述べた。本報告は、引き続いてEPS盛土および高架橋の振動伝播特性について考察したものである。内容は、曝越振動数、！／3オクターブバンドスペクトルの相対加速度レベルと振動伝達比による振動低減効果の判定、地表面と地中での質点の運動軌跡による波動の伝播状況である。なお、測定に関する詳細は煎報を参照されたい。2。 測定結果及び考察 2， 1 掘動特｛生に＝っいて’ 各ビアにおける大型車走行時の加速度波形に対して、拶FTアナライザによってパワースペクトル分析を行い、最大ビーク値の振動数を卓越振動数どして求めたものが表一王である。この表によれば、全体的な傾向は以下のようである。 （1） 高架道路走行時の振動特性 橋脚天端のS1（Z）では、大型車の路面走行時に生じる16融付近および伸縮部通過時に生じる40醜付近の掘動数が卓越している。これらの振動は橋脚の中間部S2（Z）と底部S3（Z）にも伝達されており、40∼50Bzの振動数力‘卓越している。 次に地表面のC4（Z），C5（Z）における振動では、上部工に継目があるP−6，9，圭2の卓越振動数は、伸縮部による影響のために橋脚と同じ40∼50目zにある。一方、上部工が連続しているP−5，8，11の場舎には、10∼20漁とかなり低次の掘動数になっている。 地中G1（Z）にっいては、継目のある橋脚と同じ49∼50地が卓越するが、連続している橋脚では主桁の固有振動数と考えられる3。5∼4．8Hzの低次の振動数が卓越するという特魚がある。 以上より、高架道路特有の振動数は明確になったが、EP Sを埋設した場舎とそうでない場合の掘動特性の差異はそれほど明確に生じなかった。 （2） 盛土道路定行時の掘動特性 盛土道路の場含は、地表面および地中に関係なく、全測点において鮒∼20鹿の振動数が卓越している。これは、盛土道路を定行する大型牽岡のバネ下撒動特性に起因しているものと考えられる。一般盛土では、特に地中の．卓越頒動数が28∼38Hzとなり、EP S盛土の互0∼2朋zに比べて高くなっている点が特徴的である。 また、盛土の法肩の加速度は、P一王2を除外すれば盛土高さが増加するにっれて大きくなっている。篇三 由（単位：蕪z〉簡 架S1（Z）P一互216．8S2（Z）S3（Z）46．7鐡土A盛土 BC4（Z）C5（Z）Cl（Z）C4（Z）C5（Z）C4（Z）C5（Z）19．o18．942．ei8．0…2．0三5，0葦3．o16．364．0i2．514．04．813．0三1．510．310．318．3歪5．314．o13．528．349．519．514．817．017．O三4．822．813．812．813．5P一…1姐．348．310．5i1，3P−9P−8碧一6P−547．761．349．o34．843．296．3G1（Z）G正（Z）C3（Z）C2（Z）Gl（Z）28．014．822．74．513．310．313．013．013．e17．615．3三5．e16．359．012．748．049．749．015．O14．814．515．316．314．512．0三〇，810．818．316．765．O20．53．571．317．015．o37．860．895．314．8三4．535．3門easure田entsforvibrationcharactar孟sticsofllght−weig歴tembank獄entroadbyEPS（Part2）；1．A田ano，K．Hayakawa，S．Takeshita（Rlts臓eikanUniversity）響．Shinozaki（ConstructionProjectConsultants，lnc．）T，Hat瓢（Osakaじniversity）一61一 2．2 地表面および地中での質点の運動軌跡 地表面C5（Z）及び地中G1（Z）では振動の3成分測定を行っている。これらの記録より質点の運動軌跡を表したものが図一1∼3である。 （1）高架道路によるもの 図一1（a）は一般盛土の地表面での事 ∼ ・『6，例であるが、レでレイ型の表簡波の運動「・軌跡の特徴である反時計廻りの楕円軌道扁＼／を描いている。一方、図一1（b〉（c）はEPS盛土の地表面の運動軌跡である。o”ゆ4これによると、軌跡は上下方陶成分が吸収されて、見掛け上、水平方陶（X方1句）一般盛1一般盛ヒに拡がる傾向が見られ、この傾向は模型ノ実験斜でもすでに確認されている。次に、甲04水平と垂直方向の加速度比をとってみるr“P｛厭臓；曜・1》zと、それぞれ1：1．1，1：2。6および1：3．9と〔b｝皿）なる。また図一2（a〉（b）は地中での運動軌跡の一例である。岡方とも形状はや1や崩れているが、地表と岡様に反時計廻りの楕円軌道を描いており、地中（深さ1Io補oxm）でも表面波が伝播することがわかる。 （2〉盛土道路によるもの噂10 盛土道路の3成分測定では、逢行する￡P窮両が測点（MおよびG1の輿横を通過し｛驕口＝‘●PS盛．t図一2 地中の運助軌跡（高 繋）た時の波形を分析しているので、高架遂路のようにEPSの埋設の有無による運動軌跡の変化はないと考えられる。図一3は、盛土道路走行時の運動軌跡の一例である。この図より、動き始めは実体波の特徴である縦に細長い運動軌跡を描き、その後で反、時計廻りの槽円運動をしている。つまり、盛土道路を棄岡が走行する時、まず実体波が伝播し、続いてレイレイ型表面波に変換される伝播形態を経ているものと考えられる。図一 嬉凝瀬の運動軌跡（高 架》図一ご 地中の運動軌跡（盛土B） 2．3 振動低減効果の検討 EPSの埋設の有無による振動低減効果を判定する手段として一④方法：相対加速度レベルの1／3オクターブバンドスペクトルによるもの ⑧方法：加速度の振動伝達比によるものを用いた。前報でも述べたように、各測定ビアでの加速度値にかなりの変動が生じていた。ここでは、④方法では、1／3オクターブバンドスペクトルに対して基準点でのバンドレベルの最大値を0（dB）として表示した。また⑧方法では、各測点の加速度レベルを1／3オクターブバンド毎に基準点での相当値との比をとって、振動伝達比として表示した。これらの場合の基準点は、高架道路では全てのピアで測定を行っている橋脚中間部S2（Z）、盛生．A，Bではそれぞれ測定側盛土の法眉のC1（Z），C3（Z）とした。一62一 （工） 商架道路における検討 ④相対加速度レベル3図一204の（a）（b）は、一般盛土P10−5とEPS盛土P−6にお胆 oける結果である。一般盛土では、C4（Z）のレベル値は1側z9融磁レー20◎B−50 麟一4 i／3オクタ・一ブバンドスペクトル （高架）2 4｝5153噸SI（ひ、動伝 o。5遅磁ゾ鳳溜聾比｛c4くz）、㌧串SL｛Z｝賑 25勧覧9ノ轟C5｛Z，｛Cぐ（Z卜飴 2ε4C5（Z》！卜、比 竈5Gと（Z｝ o G暑〔Z》一’，r，冒一c5o、5、ン、一監 ⑧籔動伝達比3図一5の（a㌔ （a）一般盛土 （b）EPS盛土表面C4（Z〉より約10dBのレベようである。・隠GI｛Z｝ 60 IO 筆00 1 10 100なっているカ‘、圭6∼80月zて鷺までは逆にレベルが増大されるも戦4C5〔Z》よ！3オクタrフ“パンド中心撮9繊 〔敗｝ 王！3巧クタrフ『バンド中心賑動談 ｛頃｝S2（Z）より大きなレベル値とル低下があるが、E P S盛土卓C4〔Z，d1一50，C5（Z）、地中のG1（Z）ともに中G1（Z）では、玉6紅z以上で地’、も ノ入 G1（ど）♂一一S2ζZ》噸凝轟C5（Z，1レ＿50一方、EPS盛土の場合には、∼40d8である。一般盛土の地鳩』・弓oF 『》『1’3．2∼6．3Hzで地表面のC4（Z）差が大きくなり、この差は10一C4〔≧，9、B陶4cけ 一20》度ベルとなっている。この傾向はC5（Z）でも岡様に見られる。S2（Z）の上昇とは逆にレベル一s2ω凶 一、odゆSiω鳴一10、﹄の傾向にあり、16∼8蘭zではS2（Z）よりも4∼12dB低いレo曲SL（∼》l︳40イ寸近まではS2（Z〉とほぽ問様10 o 聾0 10Q 10 100圭ノ3署クターフ バンド中心畷肋救 〔陀｝ 工！3オクターブバンド中心振動鮫 （陀） （a）一般盛土 （b） E P S盛土 図一5 振 動 伝 達 比 （高架））（b）は振動伝達比の代表例を示したものである。この場含には、EPS盛土、一般盛土ともに、411z付近での振動伝遠比の増大が顕著である。これは高架道路の主桁の固有振動数に近いものではあるが、むしろ地盤の掘動特性に影響されたものと考えられる。一般盛土の振動伝達比は、地表面では16∼80Hzの領域で平均的には0．8程度であるのに対比して、EPS盛土では地表薗、地中ともに振動数の増加にっれて掘動伝達比が低下しており、爾者の差は一般盛土に比べてかなり小さい。 （2） 盛』土道諮における検討 ④相対加速度レベル＝図一6（a）（b）（c）は大型車満の盛土走行時の1／3オクターブバンドスペクトルを示したものである。高架道路の場合が、橋脚とフーチングを舶振源としていわば圃定発生源的に波動が拡散されるのに対して、盛土道路上の走行車爾は移動発生源になるので、解釈がより複雑になっている。 傾向として理解されることは、①盛土の種別に係才）らず、地表面には法肩と岡じ振動性状が伝達されている。②一般盛土、EPS盛土ともに、40財以上での地中の加速度レベルが法眉のものより大きくなっている。③一般盛土では、6∼12・5Hz以上（A盛土）、6∼2鰭z（B盛土）で、地表面、地中のレベルが法肩よりやや増幅されていることなどである。 ⑧振動伝達比書図一7（a）（b〉（c〉は盛土道路の場合の振動伝達比を示している。全体的に述べられることは、①一般盛土では5Hz及び8∼1eHzでの振動伝達比が1．5以上になる。これは上述の③を再確認している②EPS盛土での振動伝達比の凹凸を平滑化して考えれば、4∼60Hzに渡る広域の振動数領域で、撮動伝達比は0，8程度に1分布している。一63一 o o20 象0旧筆o《、z 由C2ψη，、 卓c41θ棄駐＿20騨ノ し 年C5ζ∂」’』ゆ厚50，Fヌ’『‘肉C3〔Z）唱”zo＿50旧＿50F501＿40一20瞬一20かc覗）度＿30轟c5〔ρゴ・Glくz，ゆc510もー40ルー40B憎60隔7010GiO IQO iO IQO ⊥！3フrワタ榊フ’てント甲心賑鋤貯 凪zl上／3オク9一フパンドF中心匿動絞 ｛｝セP （b） EpS盛上（皆詮上A〉 （琶〉 毅盛ほ・剛Gl｛ひr501＿50 峯o 峯DO1／3胃ク9一フバント解】・）照動版 ⇔じ1命C2の’対為 曽50曽50−50騨專o旧c岨）夢宣 』Gl是ど》Cl｛ρ鰐曜》 Ypη鳶度︳30レ■、ル胆一10 0 0旧対瞬’η旧 董宣一‘o■レ鴎 雨G，【Zl，：へ’一（c） EPSヌ盛L（翌注土B〉図一6 1／3オクターブバンドスベクトル （盛 ．扮 2 2 22乳1覧」膨！タ肋遍比 GLのoC5ωJl・ゆG匠ω o一〇5曽051／3πク9一フバント甲・い脈1脳9 ｛｝セ， （a） ・般盛 熱命C4ω昏C5｛ど｝1西1し o・Glの解05彌1 10 1DQ05鯛 05勉o解051ζ oφc2ω取 崎縣。9〆ノ乳 1黛1し “c51z，遍比 o−05 051言05勃 05餌爆討、、涯、し聯￠4の 簿四ゆC覗｝縣鯛 親舵陪 ノー、耐c2の四肋1言重臣15 15 15、 1515 睾oo 睾o o ooユ！3刀ク9一フバント甲ひ猟輸詮 （b〉 El｝S｛藍」“〔殴，（盛」．A）｝ 10 …OCよ！3”9一ブパンド甲心振賜望耽｝（c） EPS戚上（∫謝二B）図一7振動伝選比（盛土）3． まとめ 以上の分析結果より次のようなことが理解された。（1） 高架道路の卓越振動数は上部工の特性により大きく相違し、継目部では40∼50翫、連続部ではio∼20 駝となる。後者では、主桁の固有振動数である4∼5駝の低次の振動数も地中へ伝達されている。（2）盛土道路では、車両のバネ下特性に起因する10㌧29Hzが卓越し、一般盛土では地中の振動数が28∼38 Hzとやや筒域になっている。（3） 高架、盛土道踏ともに、質点の運動軌跡はレイレイ型の表面波の特性を示している。（4） EPSの振動低減効果は、高架道路では王6∼80Hzで6∼28dB、盛出道路では50∼80H2で6dE程度と見 なされるが、変動編が大きいので必ずしも明瞭ではない。 今回の実灘調査では、測定場所の制約から、高架道諮・盛土道路に直角方晦の振動の距離減衰特性等を求めることができなかった。 また、道路の構造形態の相違によると思われるが、盛出自体への振動の加掘力にかなりの変動が見られたので、EPSの有無による振動低減効果を定量的に明確にするまでには至らなかった。 著者らは、今回の結果をふまえて、E P Sによる振動低減効果をより定量的に把握する目的で、実物大規模の現場実験を計画している。これらの成果にっいては、追って報告したいと考えている。（参考文献）1）篠崎亘他言発泡スチロールを用いた軽量盛土道路の振動測定（その1）第24回土質工学研究発表会 平成元年6月，2） 単川 清 3発泡スチロールによる地盤振動の低減対策にっいて，第23回土質工学研究発表会， 昭和63年6月，一64一 | ||||
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| タイトル | 裏込めに発泡スチロールを用いた構造物背面の水平土圧 | ||||
| 著者 | 久楽勝行・青山憲明・竹内辰典 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 65〜68 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30069 |
| 内容 | 表示 第24回土質工学碓究発褒会日一2（東京〉 平成元奪6月22襲込めに発泡スチロールを馬いた構造物背面の水平土圧建設雀土木研究所 正員 久楽勝行 〃 鑑員 ○ 胃山慧明 〃 正員 竹内辰典1．まえがき 発泡スチロール（以下E P Sと呼ぶ）の超軽量牲・自立性という特徴を生かして、橋台や擁壁などの裏込め材として利馬して水平土圧を軽減するこ，とが考えられている。しかし、水平土圧軽減に関しては、どのような形状でEPSを積み重ねると水平土庇がどの程度になるのか、あるいは上載荷重によって水平土圧がどの程度増加するのかといったことは、いまだに明確にされていない。そこで、発泡スチロールを襲込めに用いた場合の構造物背面に作用する土圧を解明するために、高さ6mの擁壁の背面にEPSを積み重ねて、静壷土圧および主働土旺を測定する大型擁壁実験を実施したので、ここに報告する。2．実験方法一10、0一一一一一一一一一一10．0一＿（11実験装置平穫邸オ 実験には、翻一1に承すような大型擁壁実験装「置を用いた。土櫓は・幅8m・奥行き20m・深さよバネル蔽荷郵1・6mの寸法であるが、後部10mは、深さ4mと・中パネルなっている。実験壁は、中央部に土圧測定壁、そ6の爾馳にダミー壁で構成されている。測定壁は、下バネルさらに上、中、下の3つのパネルに分割され、これらはそれぞれピン結合された水平荷重計および、鉛薩荷重計を介して支持フレームに支持されてい油圧ジャッキスクワる。また、実験壁全体は支持フレーム全体が油圧図一1 大型擁壁実験装置の概要ジャッキおよびスクリュージャッキによって移動可能となっており、最大三〇〇田田の移動が行える。療 llケースB（1）ケースB（2）ケースCケース8（3） 移動壁 丈 朗一6醒一1歴『旨 揮ヲフ9耳E ．εPS鉛ll’｛形状における1！助i、踵1の検，け・∴『・砂」： 潤φ εps卜噌2詞し2馴一ケース〈の辮りゴo生姻rl1・榔イ・口の榔禍にrタカまでEPSを敢，設し 逆台形形状に鮒る1・燕ヵ1ljl1の検、け（1綴尺はケースBと齪じ）月Pの検，ll天鵜2m、縦1爾2m壁移動甲0、5、1、2，3，4、5，1015、29，3G。40，5e、6079，80、ge。購各移動完ゴ1如5分棚放171巳PS 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S敷設形状と壁の作馬土圧の関係、および上載荷重が作用したときの増加癒力を検討するために、衷一1に示すようなケースで実験を実施した。ケースAは、EPSを敷幅2mで鉛薩に敷設した場合、ケースB（1）は、底面の敷幅2m、天端の敷幅6mの逆台形形状でケースAのすべり線までEPSを敷設ミ．た場合、ケースCは、厩面の敷幅5，5m、天端の敷幅1mの台形形状とした場合である。また、ケースB（2）は、ケースB（1）において、上載荷重として高さ1mの川砂による盛土（鉛直土圧として約1．55tf／田2）を載荷して、壁移動時の土圧を検討した場合で、さらにケースB（3）では、上載荷重として川砂を0．5、1．0、1．5、2．O mと段階ごとに盛土して、静止状態における擁壁に作用する士圧をそれぞれ測定した。次に、異験は表一一1に示すようなステップで実験壁を段階ごとに移動させ、各移動後は15分間放置して、壁に作周する水平土圧ならびに鉛直土圧等を測定した。3．実験結果および看察 S＝！／100 0 一まではEPSは実験壁とともに移動するが、それ 150 2GOO以降はE P Sの移動が少なくなり・実験壁とE P （a） ケース ASの間に透き間が生じて、E P Sが臼立することが確認された。従って、EPSの場合はブ弧ックをある程度拘東した状態の方が自立しやすいこと ケース8（Dの壁移動糊こ烈三したせん懸細 1’難騰撚 il鍾（12）一段 差（c囹）用 甲『 胴 『 冊 ｝ 扁（12）（9）需鼎 闘 7 噌 需 圏 ・（6）冊 ｝（2）地中変位観淵朋の状況し、その角度θはおおよそ560となった。また、婁口」＿1ケースB（1）は、EPSの旗斜角を56。とした場 150 20GO（b） ケース B（1）合に、図一2（b）に示すような位置にせん噺面が観測された。ケースCでは地中内の変位やクラッS隔玉／ioOS冨玉／ioO図一2 瀾削時の地中変位の状況クは確認、されなかった。一66一 以上の結果より、ケースAと （盛立て時）4、0ケースB（1）は、発泡スチロール背面の土砂のすべりで発泡ス（壁移動時）ケ ス 肥 号ケース A て〉一一っ士チロールが押されて壁とともに 3、0移動するが、ケースCでは、発ケースB（1）箇ケースB（2）ム→ケ『ス C 減圧泡スチロール自体の自立によっ2、0てすべり藤が発生しないことが合判明した。1、o（31壁面に作用する士圧合力力 図一3は、壁のパネル土圧計（t f／m）で測簸した全土圧（＝±圧合 O l、0203940力）の変化を示したものであ 盛 土 筒る。なお、駕砂のδ＿＿o 盛1二完了時の堅に揮川する上圧 5擁膿紬である。鵠∼回 蟹捗動時の壁に作購する土圧q＼4 、 ＼3ら、まず盛i立て時（m）2 ゲ ！101．o擁 5叩壁4碗岡盛虻究了時の壁に鐸塀するL圧蟹移動時の壁に拘1鵡する土圧6ゆー噸o 褒上発Y時のεPS背噸土圧o一一心 鷺移動暗のEPS膏面上圧』G 盛上完了時の壁に礁用する上圧 5擁壁H 壁移動鱒の壁に作月1する土旺へo＼ ＼＼4 ＼＼ ＼＼、訳轟 ＼＼＼3 ￥ ＼＼1ヤ（主働土圧状態） 2をみると、ケース（m）ち着くのに対し、ハ0 “”（m）ハ 1 》2llAでは3tf／田で落L．03．0水平土圧（ケースB（三））（tf／♂）、1、2。G1．0壁移動時のEPS背面土圧移動時の土圧合力轟3っている。従っ03．G Q曽一〇 盛土発了鱒のEPS背面．七圧あった。また、壁なりノ∫、さな値とな2、o水平土庇（ケースA）（tf／♂）62．4ぞ／田、ケース哉よl tf／臥珍疋下とカ、L ” ” ” ”66 ノースでも大きくなけ ， ’ 1 ’ず6スAでは4ぜ／臥 、1（m）2 ／／／／／！了時のPAはケー、 1 、 1 、 1 ヤ、》圭っており、盛土完『 ？灘 3 ＼ぐ＼つれていずれのケケースB（1）、C 鷹一一凹 壁移動時の擬に鐸用する土圧、 1、 ヤ￥の土圧合力は盛土高さが高くなるに か一一〇 壁移動時のEPS背面土圧 阿 盛1二光了時の壁に燦珊する土圧擁5壁4＼ ＼ ＼ぐ、 図一8の結果かCで‘よ3、2tf／田 で o”一一c 摂土完ン略のεPS背面土圧邸一4 壁移動時のEPS背面上圧ると、PA繍8tfケースB（1）では60一・o 籔土完了町の￡PS背面土圧壁面に作絹する土ぴ’法によって1求め（m m） 図一3 壁面に作馬する土優、合力 6強度定数を周いて圧合力を試行くさ 30 4050600 設0 20（m） 壁移動置1 ノ” ／ノ亘ノ〃ポ2．03．0水平太圧（ケースB（2））（tf／㎡）o2．o3、6水平土1王（ケースC）（tf／♂）図一4 水平土圧の分布一67一L．o て、冠P Sを鉛蔵に積む形状のものより、ケースB（1）、Cのような傾斜をつけた積み重ね形状のものが土圧軽減効果が大きいといえる。また、ケースB（2）の場合には、壁移動時の土圧合力は小さくなっているが、これは滋載荷重による拘束とE P S底面の摩擦力の増大によって、狂P S背面の土圧に対して安定する傾向を示したためと考えられる。14）水平土圧の分布 図一4は、盛土完了時（静止状態）と壁移動時（憲働状態）の水平土圧の分布を示したものである。この図から、各ケースともE P S背面に作用する水平土圧より、壁に作用する水平土圧が小さくなっていることが分かる。E P S背面の水平土圧より壁に作爾する水平土圧が小さくなる原因としてE P S自体の収縮量（＝5阻m程度）やEPS底面の摩擦力が考えられるが、それらについてはさらに検討する必要がある。 次に、壁醸に作用する水平土圧についてみると、盛土完了時の静止土圧はケースB（璽）の場合がケースAおよびケースCの場合に比べて小さくなっている。一方、実験壁を移動させた時の主．働土圧は、ケースBおよぴケースCいずれの場合もケースAに比べて小さくなっ載 荷3，5ており、水平土圧とミ．て0．2触0．3tf／磁2以下の殖となっている。特に、ケースB（2）とケ・一スCの場合には、EPSの自立によって水平土圧が小さい随となっていることが特筆される。 ’2．0’ ’6．0高さ H一一幅一濫 護荷重r HO．5雌O．78tf／磁21．oロ1．55tf／誕21．5皿2．34tf／皿22．G肌3，lotf／蹴2⑤ 上載荷重による増加応力 図一5は、EP S上部に土砂を盛土して上載荷重を加え、その時の壁に作用する水平土圧の増加を示したものである。図一5の結果から上載荷重が増加するにしたがって壁面に作用する水平土圧も増大することが認められる。盛土高さが2m（上載荷重p講3．1tf／ず）のときの壁面に作用する水平土旺は0．3∼0．4ぜ／田2程度になって 0 0．5 1．0いることから、EPSを用いた場合には上載荷重の0。1 水平土圧の増分tf／ガ倍程度の水平土圧が壁面に作用すると考えられる。 図一5 上載荷重載荷時の壁に作用する水平土圧4。まとめ EPSを壁の背面に用いた大型擁壁実験の結果より、次のことが認められた。① E P Sを構造物の襲込め材として用いると、通常の土砂を用いるより作用土圧が軽減される。特に、EPS背面の地山が安定もしくは盛土の安定勾配と等しくなるようにEPSを積み重ねた形状（逆台形形状）、あるいはE P Sブロック自体が滑動や転倒に安定である形状（台形形状）にすると、構造物壁面に作用する水平土圧を大幅に軽減させる効果が期待できる。また、E P Sブロックに上載荷重を載荷すると、拘束効果とEPS底面の摩擦の増大によって、背面土圧に対するEPSブ∬ックの安定が大きくなる。② 上載荷璽がE P S上部に作用すると・飼定した壁面に作用する水平土圧は上載荷重の0．1倍程度増大する。 今後・箋験結果と合わぜて有限要索法による数僅解析による検討を行って、構造物背面にE P Sを用いた場合の設計法の確立を図る予定である。最後に、今回の実験の施工、計測等のご協力を頂いた発泡スチロール土木工、法開発機構に深く謝意を衰します。一68一 | ||||
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| タイトル | 側方流動対策としての発泡スチロール軽量盛土の施工 | ||||
| 著者 | 加藤俊昭・松本江基・富田幸助・石原公明 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 69〜70 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30070 |
| 内容 | 表示 第24回土質工学研究発表会K−3（東 京〉 平成元薙6月23側方瀬対策としての瀧ス和一ル軽量盛土の施工㈱問 紹 技術研究所 正会員 加藤俊昭 松本江基 建築本部技術部 富田幸助 技術本部土木技術開発部 石原公明茎．まえがき 東京湾沿岸の埋め立て問もない地盤に、屋上にエントランスを設ける構造の建物が計画された。この建物はさらに、周辺の眺望と本建物の一体化を図るという考えから、ほぽフラットな地盤に建物に近接して盛土を施工するというものである。 本報告は、当初からの設計者の意翻を最大限に生かすため、建物周辺造園の盛土高さを確保するための対策として、盛土内に単位体積重量が土の1／100程度の発泡スヂ嶽一ル（以下E P Sと略す〉のブロックを積み重ねた軽量盛土を採屠した施工例を紹介するものである。2．地盤概要 当現場は、荒川。旧江戸川によって形成された三角州を埋め立てたものである。埋め立ては隻978年から開始され、1981鋒にかけてAP．5．5mまで造成されている。地盤構成は上から盛土層（Fc3）、埋土溺（Fc2〉、沖積の上部有楽町潜（Yuc）、下部有楽町櫻（Yls，Ylc）、七号地屡、洪積の東京れき麟（Tog）からなる。 盛土履は酸．一8m前後まで続くが、建設残土が主体であり土性は複雑である。聾傾はガラ・れきの混入で2∼41とばらついている。埋土潜はシルト混じり砂、シルトの互膚で、N値は2∼9である。上部有楽晦磨は、有機質粘土と砂質土の互層であり、下部有楽町層は一部砂屡を挟んでいるが、精性土が主偉で比較的均質である。七号地膚は祐性土を主体とするが、下部は砂分の混入量が多くなる。粘性土櫻のN値は7∼22で深度方向にやや増加する傾向がみられる。東京れき層はN値〉50でAP．一50田付近以深から分布し、本建物の杭の支持地盤となっている。 このうち、本工事で周題となったもに内湾∼河口成堆積物を主体とするものであるが、それぞれ有楽町海APFc O一俄 亀。磯oo6一30一鯖 、∼、、 亀ρ糾a’炉轟・臓嚇％．ふ亀∂ o o●O o ◎ ●：一40・はOCR緩2∼3の過圧密糖土である。このため、有楽町層は七号地櫻に比箭一 7丁欝；1潜は正規圧密粘土であ吟、七号地屡yl一20一壽曙、叢曇考。塾」．肝Yu一10一られた圧密降伏応力の深度分布を図一1に示す。これによると、有楽町20 40 60 80 10020 60 笥00 140（11Dr ■る。当現場とその周辺においで調べ q期（tr／m∼） σ》1（tf／m2）進、七号海進により形成されたもので、工学的性質にも差異が認められ 一軸圧縮強度圧密部条｛犬兀芭プ〕沖積層の有楽晦層と七号地膚は、と犠rン o’◎ o圭．一50・ハ ー了o較し、盛土などの荷重の増撫に対して変形しやすい層と考えられる。図一1 圧密降伏応力と一軸圧縮強度3．E P S工法採用の経緯 工事盤域内はほぽ全域が軟弱地盤ということで、建物周辺の盛土・掘削により生ずる偏載荷重が建物に影響を与えるいわゆる側方流動が、着工当初より懸念された。そこで、建物周辺造園形状の一部見直しが行われるとともに、動態観測を行いながら施工を行ってきた。しかし施工中に用地の制約などから、根切りや躍削土の仮置きで地表の高低差が生じることが遷けらず、地盤に側方流動が生じた。観測結果から建物基礎杭は地盤の側方涜動とほほ1一体の動きをしていることが確認された。ConstructionofExpandedPolystyrolもlghもFiliasaCouter鷹easurefor紅ateギa田isplace団ent：ToshiakiKato、Kouk肖at㈱to、Kousuke了o崩ta、Kimiakiish隔ra（ほAZA擁A−GumiLtd．〉一69一 表一1 対策工法の比較地盤の水平変泣の深度分布を図一2に示す。 その後杭体に設置した地中変泣計の測定嵐発生する最大曲げモーメントは、有楽町層と七号地屡の層境付近で、すでにかなりクリチィカルな状態にあることが判明した。（即s）盛土量瀧鱗バうイ田汐∬盛土沐を形成蔚重増加蕊珠壱を粉砕後、1。i t／瞬3ちろんのこと、竣工問近かで短い工．期をも盛土の荷重を支持ションパイ”工法△ X O蔽の軽減が1△（2m慮削要）…x／△ ○ △x打設時に側方P移動可能性大1般臨完成後も移動 今回の対策工，法の基本的な考え方は、検いうことであった。しかし、公園内の一部ほとんどなし…締置めた砂杭でサンドコンパク地討時の盛土荷重をこれ以上増加させないとO軽石をモ1馴に混人 十分でない土4．EP S工法の概要◎ △ O現状維持力麟・膨脹させたすように荷重の増加がないという効果はも十分満足するものであった。字ll定プ疇ックを穣み重ねo「G2も／顧3ある盛土をつくる対策工、学去としてE P S盛効 果 工 叢1工 鰐50xlOO総GOのεPS発泡ステロー∬軽 そこで、杭に影響を与えず、かつ起伏の土工法が採用された。本工法は衰一1に氷慨 要工 法結果から、杭体曲率を検討した結果、杭体可能性著干有’改・ヒメ渥を原地盤の土深層混合良処理工法x◎ κ xx＋ジ行蝦9初で＋ジ行罧9錫ということで、建物周辺に植栽を施す必要O x △と拡はん混合した杭盛土の荷頂を支捲から最終仕上り面下約1mは、新たに盛i．を行った。この際、荷重が増加する部分に抗つ炉ては掘削を行い、荷重のバランスをは工杭で支持された版バ併乃プ工法の上に醸土を行う（拝込み抗はiφ600xし55m x50G本法カ）ることとした。不斑〉深版厚 45c蹴 使用したEP Sプロックは、単位体積重量が18kgf／m3、大きさは2，000×1，000x50伽m／個のもので、使用量は約11，000その人工簑洞を設けてボカλO X Xx盛土荷璽の増分を加1パート帽殺する他（3掘削要）1m3である。5．あとがき一20一30【平面図】「一40弔． AP．9．35一5060pOOO 10，000ノEPS2，000x LOOO×500E P Sフ’ロック AP、7、85 AP．6．35 1m 【断面図】曝一2 地盤の水平変位rio，0。0π8・…r図一3 EPSの施工概要一70一 | ||||
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| タイトル | 関西国際空港におけるサンドドレーン改良地盤の沈下安定管理 | ||||
| 著者 | 前田進・及川研・樋口嘉章・古市正彦 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 71〜74 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30071 |
| 内容 | 表示 第24園土質工学研究発表会E−2（東 京） 平成元年6月24関西国際空港におけるサンドドレーン改良地盤の沈下安定管理関函薗瞭空港（株）正会員 前田進関酋国隆空港（株）正会員 及川研関薦國際空港（株）正会員 樋口 嘉章関西團隣空港（株）正会員0賓市 正彦董．はじめに 大販湾南東部に位置する関酉国瞭空港建設海域は平均水深約18．5mで海底地盤は極めて軟弱である。このため、空港島を取り囲む総延長約11kmの護岸のうち約80％についてはサンドドレーン改曳地盤上に緩傾斜石積護岸を築造する組合せの護岸構造を採用しており、昭和63年12月に約1年10ケ月の工期で護岸が概成した。サンドドレーンエ1法は他の地盤改良工法に比べ安価である反薗、地盤改良の効果を傳るのに時間を要するため、大規模な工事の場合には改喪地盤の沈下安定管理を効率的に行うことが大きな錬題となる。そこで、本文では関西国際空港の護岸建設において実際に行ってきた沈下安定管理の考え方とその結果を紹介するものである。2．沈下安定管理システムP サンドドレーンをはじめとするバーチカルドレーンで改良された地盤上に盛土を施工する場合には、一般的に観測施工あるいは情報化施工が行われている。しかしながら、関西蟹際空港のように大規模な工事の場合には現場計測の項目や密度について効率化を図る工夫をしなけれぱ、現場計測に要する時間と費用は膨大なものとなる。そこで、これらの問題に対応するため図一1に示すように、①施工シミ凱レーション、②先行調登工匿での地盤挙動を把握する調査、③一般工区 施工シミュレ轍シ旨ン 調査工区での先行調奄 一般工区での調壷（本体工事部分）での調査の3つの調査から成る沈下安定管理システムを適用した。そして、これら3項目 地盤挙動の紐握の調壷結果を解析して地盤挙勤を総合的に言平‘漉し、設計断面や施工方法、施工工程などヘフィードバックす 施工断面および施工計箇の蝦終決定るものである。このシステムの採用によって一般工区での計測の項臼や密度の効率化が可能となる。 図一1 沈下安定管理システムの概念図3．施工シミュレーション2》 大規模な工事の場含、土質定数が設計で設定した値に対してある範囲でばらつきをもつことも予想されるので、この土質定数の変動が護岸の安定性にどのような影響を与えるかを事前に掘握するため施工シミュレーションを行った。対象とする護岸の標準顧繭の概念図は図一2に示すように敷砂①から埋立までの11の工種からなり、その標準工程では主要な荷重である捨石①および捨石②の載荷の前にそれぞれ6か月の圧密期間を設けている。 滅線 1工灘黎器‡鷲警欝 謙［ 1螂澱 導しWL 鍵WLケースとし、強度増加が設計より少 敷も坐、、、撫セ馳 櫓伸a・ 欄燃 抽石‘D 準砺翼ゲ・ない場含、圧密の進行が設計より遅れる場合、沈下量が設計より大きい サントトし㎜ン醜螂 敷石頻》 ”ントトレ｝激良鯛場合、小さい場合などを想定して 図一2 緩傾斜石積護岸標準断薗の概愈図表一1のように5ケースを設定した。Setも1ement and Stability oftヒe Foundaもion by SandDr＆ill fbr the Kansai I益temationalAirgort lSusum孤MAEDA，KenOIKAWA，Yos撮akimGUCHI，MasahikoFURUICHI（Kansai Intemat圭o皿al Airport Co．，Ltd．）一71一 基本ケース、ケース①、ケース② 表一1 沈下量および強度増加量が安全率に及ぽす影響では沈下量（mvおよびPc）、圧密速度（Ch）は設計条件どおむで、強度増加率c。／pがそれぞれ0．30、C魑／P盗砂①捨石 ①①では揚±．、ケース②では滴波ブロ0．30玉．207玉。67T0．251，2071，5580．201，2071，4320．30L2071，5911，5741，4351，653消波ブロック玉．4071，3021，1941，386鳩 土1，3571，2451，128完 成 時1，492捨 石②ックの載荷時に許容安全率を下回り、危険な状態となることが明らカ・にな60goc』（凶／d）0．25、 0．20とした場合Σγ’無＋0．25Σジ hP‘（kgf／幡》の計算を行った。その結果、ケース0．18P再濫“oo0，18P”日印。om》（磁／kEf）った。 ケース③では基本ケースで圧密期闇を珪か月に短縮した場合、また、備 考1，711基本ケース0．3Dgo0．301，2191，152三．5971，4160，23p｝M＝￡ジ h許 容90安全串0．30L2571，7141．21．3L31，6441，6271，3281．訂o1。叙81．31，3241，3D71，3461．31，5921．3ケース①ケース②ケース③圧廠期闘ケース④ケース⑤ケース⑥4か月ケース④では設計条件のうち圧密速度だけが遅い（c卜漏60c面／d）場合を想定して計算を行った。その結果、Chが90（c爵／d）であれば圧密期闇を4か月に短縮することが計算上は可能であり、またChが60（c漬／d）程度に低下しても圧密期閲が6か月であれぱ戴荷は安全であることが明らかになった。 また、ケース⑤では沈下量だけが設計条件より少なく、ケース⑥では逆に大きい場合の計算を行った。ケース⑤では盛砂①の載荷が許容安全率を下圏り危険であるが、逆にケース⑥では安全であることがわかった。 このように、現場での沈下量、1王密速度、強度増加率等が設計条件と異なる場合のうち特に危険側となる場含の見通しを計箪によって立てることができるとともに、圧密期間の短縮の可能性を探ることもできた。4．先行調査工区での地盤挙動の把櫨3） 本体工事の一部分を利用して先行的に施工を進める調査工1区を設け、そこで詳細な動態観測を行い、その結果を本体工事での施工にフィードバックさせることにより、本体工事での計灘の項目と密度の効率化を図ることとした。調査工区は本体工事の一部分を利用するため、その挙動を先どりすることができる。また、謎測項目は沈下量、側方変位量、土圧、間げき水圧、粕土強度等の項目とし、計墨の設麗ミス、計測ミス等による欠測を防ぐため、主要な計測項園についてはそれぞれ異なる2種類の計器を設麗して謎測を実施した。（1）沈下量 盛砂①の載荷終了後6か月の庇密期間を置き、次の捨石①の載荷を行うまでの実測沈下量が設計での想定どおりであるかどうかを判断し・その結果に基づいてその後の工種の載荷層厚を決定する必要があった。実測沈下量と設畿条件での計算沈下量とを比較してみたところ（図一3）、沈下量は少なめ、沈下速度は遅れ気味であることがうかがえる。 そこで、設計条件で設定した土質定数を見直し、実測沈下を良く再現できるよう沈下計算の修正を行った。まず、第一の方法として、実測沈下に対するフィッティングの結果よりm．およびC hを逆算した。その結果、m．＝0・16p一甚・oB （憾／kgf）、ch欝55（c苗／d）が傳られ、この値を用いて沈下計算を行い・実測値を比較したのが図一4である。この方法によってその後の長期間にわたる予測精度は大きく購上した。 次に第二の方法として、事龍の土質試験結果から沖積粘土が年代効果を受けたわずかな擬似過灰密粘土と考えられていたので、p。罧Σズh＋0．1（kgf／c㎡）を用いて沈下猷算を行い、実測値と比較したのが図一5である。この方法によってもその後の長期間にわたって予測精度はかなり鋼上している。（2）粘土強度の増加 主要な工種の載荷の前には必ずチ諜ックボーリングを行い、地盤強度の確認を行っている。前述のシミュレーションのケース③において孟）確認したように設計条件どおりに圧密が進めぱ、圧密期間を6か月から4か月に短縮することができることが計算上示されている。そこで、調査工区では敷砂②載荷後4か月でチェックポーリングを行ったところ、C h＝90（c㎡／d〉、c・／p扁0．3に相当する強度増加が確認されるとともに、本体工事での圧密期間の短縮による工期の短縮の可能性が示唆された。一72一 s,･" ;( - ･-lt js:C+e Ti+iJ1- Jif!_}- :i(T)S ;{Oc(i) OOo Ooc(2}200600 1 roo sOO400 500002 OOS ' : ' 'eft " ,e"e !Q" 'T !i.OOlE ! l ;: ;! q b gtt･2 OF2 sC O EF,-･:',,It)i 2 5mV-"',' h¥fti4 oo'!':!･. ',t'' *¥.et , p!tl;* i S$:=1 **'FtlE { Ftl$*¥¥- Ar T5 ee ___ -"･r B :T-- i =1 C T45 oo- ** fErt** E--__D ･ ..- B-----( f(el a/d )rn* =0 lp* = 7 'tf}8 p 1e* (,jF 2/ixRf)h (k ,flc $2)* e･j <+tTJ :J:a; (2)( ) 2:J: + j M300200S i!oOl ?oo 800GoogooOOA B 'C D El OO3 "2 OG'.'! g:Ftp') l' Ve +' *;,t;3 oooea {pt]tt.F F :, ':'t-x 'l.,*++20Tn3 0 ' lL-re 1' '･?t:':_sx " "D.¥ ¥¥ I .. e$ .__.- ArBrTS5 oo ---7r6 oo1 oo' cl ' -1'J;TE tT4rBrTTc ;il C :T$x E O eTY( f :Pe1- 4mc( ) I(C2ld)ol {Cms/it f)(ksf/( l 2)l S p 's _r*, ;Cr c * ec * i < f : tV :2: i Ql i:1( :i (D 2iR- le*f )ch =55m* :: 0e E t7,Sij( )tE ++(i)- 8ScG)Scr )Ei i ( }00 400200o500e ¥500ii l;r Jroe Boo2 oO¥ "" ; ･ ;･; ept :anj3 oei'I'¥ :, ' ¥a fee:¥1i T11It:･ FV-:j2 OrT] '･OOtt;, Pv- ;li 2 5 T] v11' " . :e , ' :･+ ･t･.. ...::- Ar,T$ i, B tT$5 oo ----- i .{ Cr T---- fgoo' .iT 1'f;A B 'C O'hI OO-5 oo::-B--- i .] CtitTS*-- fitt;,r FL!" ;li 25fnt:･,;r'l _____" 1ee c.iFIO Ooi; lrt ( 3)Seol :l+i . - s;rl - l5c(r,t r ,fcr ) Io1* )ch =90{ Dt : 4l 3oA*-1･J ll･cle E : eo oo*4, oo iY 1{ crA?*x" '¥D!AT4 ise iArBt,T T$44BAt OO-900 T oeAY*,:- Et_ .. _ ,tDB-･,,i,-c 1･ ,･ ･D t 4iE t i4 fAt Te t BlitTt (T oo- Y,i] C tT#x: D tTe) E rAT :l- 5(:f )ch =90 (cnt2/d)m* =0 1 8p""' (c :a/hSf)P* * T' h+0 1 (kgf/c l2)it;e t : t7 :-73-;QI :7 ::I t..- :--- CB5 CB畦CBl−25．一般工区での調萱と施工へのフィードバック c4c8“3”3c5”2“『1× c2 cB2clr炉…1 CB5 翻査ヱ区（1）施工断面へのフィードバック x C5−Fl 先行’調査工区で各種計器を埋設して欝細な動態観測を行っ C5・2たので、一般工区ではできる限り計測の項目と密度を絞り込 C6むこととした。その結果、図一6に承すように護岸法線方向 一 一 CB6C7C8戯 Cg CB8qO300∼500m毎に1箇所の割合すなわち合計22箇所で o沈下計測＋チェツクボーリンゲ沈下計測を行った。また、載荷申の安定管理を行うため、側 ◇沈下詩測 x側方変位計測方変位計を3箇所に設鷹し、載荷中は毎a計測を行った。 図一6 護岸一般工区における沈下計測地点 各地点の沈下の傾向は調沓工区での傾向とほぽ1司じであり、各沈下計測地点での実測の沈下抽線より 葦z 6 曝 翼 慕5逆算したm．およびChの値は図一7に脚臼 闘 鮭i 螺承すような分布となっている。また、 β 醐 ii離覇その平均値はそれぞれ 6 3 i l mv漏0。16p備1’08 （c㎡／kgf） 4 2 蹴「l c無＝55（c㎡／d〉 2『 緊i鐵灘，義P 鷺…i1，錘i懸 一1 研と調査工区での値とほぽ陶じ値を示 臼 抑 B a I、I o I5 臼 恥 B口 鯵田 β美g z5 36 35 鮒 45 55 55 鮒 55 7曝 乃 B霧 師 警臼 モヨロう ら けう ハ めう り こるる ロ ロラ ヨ ぼうした。 a Ch（cm2／の この結果、設計どおりの層厚で捨石①、 1主）磁騨P’当oo（c厳η匙gf）伽磯す。捨石②の施工を続けると沈下量が少ない 図一7 護岸一般工区で逆算された飢・とc蕊の分布分だけ最終天蝿高が設計より高いものとなることが予想されたため、できる限り初期の段階で闇厚の調整を行うこととし、各護岸の沖積層原等の違いを反映させて捨石①の層厚を0．6∼1．Om滅ずることとした。このように捨石①の段階で層厚を減じた後も継続的に沈下状況を監視してきたが、この計算沈下量にほぽ一致した沈下傾向を示していることを確認した。このため、捨層①以後に載荷される工種については層厚の変更を行う必要はなかった。（2）施工計画へのフィードバック 主要な工種の載荷の前には一般工区でも必ずチェックボーリングを行うことにより・現地の地盤強度を把握し・載荷の安定性を国形すべり計算で確認した。大規模な工事になれぱなるほどシステマティックに工期を短縮することが重要である。強度増加が設計での想定どおり発現していれば圧密期闇を6か月から4か月に短縮することができることは調査工選で確認されたが・一般工置でも圧密期間婆か月で地盤強度を確認したところ、ほとんどの場合強度増加は順調で、圧密期間を短縮して施工することができた。6．蜜とめ サンドドレーン工法のように圧密の促進に期待する工法を採用して短期閲に大規模施工を可能にしたのは・①施工シミュレーション、②先行調査工置での地盤挙動を抵握する調登、③一般工区での調査からなる沈下安定管理システムの適切な運用の威果である。現在・関霞國際室港（株〉ではこのシステムを埋立工事にも援用し、急速施工を図りつつある。く参考文献＞1）前田 進 ：大規模沖合人工島の建設におけるサンドドレーン改良地盤の沈下安定管理システムに 関する研究，九州大学学位論文，1988年12月2）前田 進ほか：幾西国際空港の護岸の建設について，海洋構造物の墓礎に関するシンポジウム論文集， 王986年12月3）前田 進ほか＝関爾国際空港におけるサンドドレーン改良地盤の施工管理，土木学会論文集 第391号／VI−8，1988年3月一74一 | ||||
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| タイトル | 東京国際空港沖合展開事業（超軟弱地盤で不均一な地盤における大規模急速施工） | ||||
| 著者 | 早田修一・細川泰廣・森好生・永井紀彦 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 75〜76 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30072 |
| 内容 | 表示 第24回土質工、学研究発袈会（菜京） 平成元年6月K−025菓京国際空港沖舎展開事業（超軟弱地盤で不均一な地盤における大規模急速施工）運輪省第二港湾建設局東京空港工事事務所運輸省第二港湾建設局横浜調査設計事務所1．はじめにa＼ 棄ターミナル 薩』碧曇■瓢5 触 “淵蜷逡畿禦 （照明鐵 箏倉瀦路2．東京團際空港沖合展開事業の概要全体を3つの地区に分け、新A滑走路およびその地下埋設構造物の建設を第一期工事、西夕一細川泰廣永井紀彦 新C滑遥路 一鞭魯騨”・ 本報皆は、我が国の航空交通網の要である「羽田」に対ずる航空需要の増大および騒音問題に対応するための国家ブロジェクト東京團際空港沖合展開事業と、その土質工学的な諸問題について述べたものである。 事業の概要を図一工及び衰一1に示す。工事は、畢田修一森 好生 狭間瀦（公益1 、策京モノレー静ル 熱マミナル、エブロンおよびモノレール・道路等のアク・ヒスの建設を第二期工事、東ターミナルお黛よび新B・C滑楚路の建設を第三期工事としている。第一期工事はすでに完成し、昭和63年7月に新A滑走踏の供用が開始された。図一一1 東京国際窒港沖合展開事業表一1 沖合展開事業の計画匿 分3．沖合展開地区の地盤特性 沖合展闇地還の地盤は、図一2に氷すような過程で人工的に造成ざれた埋立地盤である。俊漢ヘドロで形成ざれたAC1層は、通称r羽田マヨネーズ履」と呼はれる超軟弱層である。BS履は、建設残土で形成されている。図一3に示すように、各層の境界は複雑に入り紹んでおり、非常に竿現状｛C滑走路1 3，150×50m面鴨405卜融漁箆路処理龍力①S40年以憩 ②S4ト4晦 Q）S46＿56年 ｛浅泌｝ 〔埋 立｝AP←2，lmAP÷ト2、lm髪AP・3動越8s＝笥毒曝＿帯．一 藍誕図一2 地盤形成の過程 0 常lo ぽ監：・響1言AS滞，AC、冴｛弼賦破総土震1AC臼雁9聾“ヒ…3’Pl臼 1’卜AC露濟 一窟α5 噴0胸5。滑走路の舗装’④s55年以隣 1盛土l藻ACF 曲20 現地試験を実施した結果、新A滑走路の舗装駒9、loOho釣∼3万回ノ第約15万回！母祷層ている。西1鋳A滑逡絡1 3，060×60m傷B漕驚路》 Z，90×60m傷C淋毘路〕 3，000×50m｛8滑箆路1 ∼，5GO×45m均一な地盤性状を示している。4．地盤改良工事 ACI層およびAC2屡は、空港建設後長時間にわたって圧密沈下が生、ずることが予想される。この沈下を低減させせるために、AC1層を対象にしたバーディカルドレーン工法を採用することとした。第一期地区だけでも、140haの薗積にのべ9000k識にわた・ってベーパードレーンの打設が行われた。第二期地区においても、220haの画積に、ベーバードレーンやパックドレーンが打設ざれ計い渦走路1 俄罵休止滑 箆 路r30 AS畦層1砂賃土1一 ’ 1 1AC、震徽酪詰班，。謬、P9層‘．．10G灘帳脳鏑lには、図一4に示すような「サンドイッチ舗装』1・：∵6sボ． l 7犠嵐50と呼ばれる新しいタイプの舗装構造が採用された。これは、下層路盤に水硬性スラグ腎を採月しも一甲6oo引張りに対しても抵抗できるようにしたものであり、表履のアスファルトコンクリートと下屡醸財肚注 OC層’b爾・一騨7’＝1瀟漁謝’園一3 新A滑楚路下の士層図Offshore Extention of the Tokyo l nternationl Ai rport（沢apidan戯ar8eScaleConstructioηo；｝Reclai晦edUr田勤ifor閉softclayBed）S，SODA，Y．MORl，y。疑OSOKA）Aa群dT．NAGAi（SecondDistrictPortConstructionBureau一75一列inistryofTransport〉 路盤が、粒調砕石で形成されている上層路盤をはさんで一体として荷重に抵抗するものである。サンドイッチ舗装は、下層路盤の荷重分散効果が高く路床面における垂鷹応力を軽減させるため、地盤の沈下を撫制する機能を有している。6．地下埋設構造物の建設 地下埋設構造物の建設にあたっては、仮設の山留工の設計・施工が重要な技術課題になっている。業地区の山留工の特徴として以下新A滑薫路願り 唱纏“薗 1 費母昂 1“嶺わ 痙r”一li ｛i ．1 総 ＿ 、 副以 一P胡曲 F … ・ ρに 輸蜘P ’・ 叫 r F・じ ド謝一 「 1の点が挙げられる。（1〉地盤が軟弱である上に支持層が深いために、土留壁が軟弱地盤上に浮いた形となり不図一4 新A滑走路の舗装計画34．25安定である。 軟弱地盤における酬震設計法の進歩発展に層需 一 榊騨 常 駒 繭 鞭輔 ” 冒 一 一 庸輔 騨 ， r 糟 冒圃冊膠9 曹曹卿 “＿一 r㌧ ・生石灰杭・ ＼・￥。￥＼ ＼1 ＼r 。＼6AP一ア55∼ 7．37oゆぜ7．地震観測システムの設置APf5．50中閣拭APAP−190Q6−15．50（2〉特にAC1層は峻諜ヘドロで形成されているため、超軟弱で不均一である。（3）長大地下構造物を短期問のうちに施工するため、工事の遅延の原因となる掘削途中の仮設工の変更をできるだけ避ける必要がある。 図一5に新A滑走路の下に建設された空港アクセス道路の山留工の断面を示す。施工にあたっては、きめ細かな計測管理と逆解析手法を用いた情報化施工を行った。図一5 空港アクセス道路の土留仮設断菰資すること1を目的として、図一6および表一2に示すように、世界第一級の高密度地震…観測網を、新A滑楚路周辺に設置して、地盤および地下埋設講造物の地震時の挙動の測定を実施している。8．おわりに図一6 地震観測網表一2 計濫の設蔵台i数観測地点加速度計間隔水圧計No．14台×3成分3台4”×3厚3〃釦×3翻3〃滑走路等 東京国際空港沖合展開事業は、土質工学の成果をもとに、超軟弱で不均一な地盤において大規模急速施工を実施するとともに、その過程で多くの新しい技術的知見をもたらしている。束京湾等のウォーターフロント開発をはじめとした軟弱地盤対策に、これらの知見が活用されるものと期待している。アクセス道路2345678ABC舎計48×3醒3厚8窟×3厚3〃4」X3霞8身X353〃3〃＊1粛X2置2〃＊1”×2厚2〃＊玉”×2々2躍×3β47台加速度計の3成分とは，水平方向2成分および鉛直方向1成分で，．2成分とは水平方向2成分である．3〃4躍×3〃2厚×3r備 考（注）＊印は道路躯体内に設置している．2〃30台 参 考 文 献足立・吉永；東祭国際空港沖合展開事業，基礎工，1988．1土田・小野；数値シミュレーションによる不岡沈下の予測とその空港設計への応用，港湾技術購究所報告Vo・27韓a47ig88昭中・戸引；髭石灰工法で改良された地盤の特性，港湾技術研究所報告Vo。27灘4，1988照中。足立；豊照；東京国際（羽田〉空港沖合膿開地区の土質特性ここついて，第22園土質工学研究発表会，1987一76一 | ||||
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| タイトル | 新潟地震の液状化被害からみた新潟市の液状化危険度 | ||||
| 著者 | 上前慎治・大草重康・生田理弘・高浜信行・藤田至則 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 77〜78 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30073 |
| 内容 | 表示 第24翻土質工学研究発表会（東京） 平成元年6月 C−026 新潟地震の液状化被害からみた新潟市の液状化危険度日本海工株式会社技術本部工務課正会員上前慎治 O新潟大学積雪地域災害研究センター正会員大草重康新潟大学工学部（院）学生会員生田理弘新潟大学積雪地域災害研究センター高浜信行藤田至翔1．まえがき 新潟地震（1964年，陰7．3）のさい、地下浅所における液状化によって地表画の大規模な変位が解析されてきたので（藤田至則地、雄88，Hamada et a1、1986）、その場所を中心にN値・粒径・深度による簡易液状化判定式にもとずいて液状化解析を行った。その結果を基準として、新潟市内のボーリング往状図をもとに帯内全域の地震時液状化予想図を作成した。地震動の大きさは新潟地震相覇のものを最大にして、それ以下いくっかの大きさの地震動にっいても判定を行った。当然のこととはいえ新潟地震鱒に液状化被害の激しかった地域で液状化危険度は大きくなる。その危険度を基準にしてその勉地域のポーリングデータを吊いて液状化危険度を判定したものである。この研究は、種々の規模の地震動に対して、新潟平野全捧の液状化危険度を予測する一歩として始めたものである。新潟市内だけをとってみると、1964年新潟地震程度の規模の地震動に対して液状化危険度は非常に大きいことがわかった。新潟地震時における市街地の液状化被害の大小は、したがって、ある地点における液状化のしやすさと同時に、藤田鰹（1988）や石原（1988）が指摘しているように、液状化砂層の地下地質構造や地震後の静的せん断応力と残留強度との関係による流動（フロー）破壊の可能性に大きく依存していたと考えざるを得ない。2．液状化判定方法 液状化判定を行った飽和砂層は、地下水位面が現地盤から10m以内にある沖積層で、かっ20m程度以浅の土層である。また、土層中の平均粒径D珊は0．02田m以上2．Om田以下のものを対象とした。判定式は、道路橋示方書・同解説 V耐震設計編の簡易式によって求めた。なお、簡易式を用いるための地盤データは、新潟県平野部の地盤図集（1981）を朗いた。地下水位は地表縢に等しくとった。単位体積重量、平均粒径の來知なものにっいては、現場土質名から表一1に示すような推定平均値を胴いた。（1〉液状イヒ指数 P、 このようにして求めた液状化抵抗係数Fしから、任意の地盤の深さ方向金体にっいて液状化のおこり やすさを表矛）すパラメーターとして、深さ方向に罫L1がより小さくなる領域を積分した籐を用いた。 このとき地盤の深い部分が液状化しても余り問題にならない考えるならば、深さ方向に減少する関数 ω（z〉をかけたうえで積分する。結局、ある深さzまでの地盤の液状化の起こりやすさを表わすパラ メーターPLは次式で表わされる。PL＝∫（王一Fし）H（1−FL）ω（z）d＜イ）ここに、H・Heaviside関数Liquefactio“ potential of 暦11gata clty and 三1quefactlon da皿age during the 1964 NligataearthquakeShiηji じe田ae， 翻ippon Ka主盆o Co．， Ltd．， Shigeyasu Okusa・超asabiro Ikuta・Nobuyuki Takaha田a， Research Institute for Hazards， b曜ilgata Un主versity， Yuklnori F偵jita． 一77一 褒一1 rt，D秘 推定平均値士 質 名表一2 地震時における土暦の液状化危険度ランク鞭体樋副鞠縫P、 1ランクrし ID5β液状化危険度 … …表 士0 1 1王，7t／m31。．。2国m シルト1．7砂質シルト1。7シルト質砂1。9 細 砂1．9 中 砂1．9 粗 砂1、9 砂レキ2．1多 12 0〈PL＜瓢50〈PL＜瓢5 1 210．02 5＜PL＜謙1515＜ Pし1。．。4！かなり低い 低 い34 高 いかなり高い10．il。。210．25 0．31 関数ω（z）は、地盤条件，地震波入力の特性，構造物の重要性などによって変わるべきものであるが今回は深さ2舳程度までの液状化を考えることとして 0．6ω（z）聯10−0．5z z（m〉を用いた。式（イ）の員体的（買）Pし値な積分は地質柱状図の深さ方向にそう面穰を計算して行なった。PLの傾から液状化のM危険度は表一2のように分類｛，されれている。図一1に水平震度0．3の場禽の結果の一部 拠を示す。 66・ 臼《グ 35。5 由 明臼 小、 蹴新 新湯寧 酉中 ／6．4q周0 12k繭属脳潟殴一1解析位置文献藤田至則触（王988｝：玉964年新潟地震による市街地における液状化災害の復元、都市における地震危険度に 関する研究（第1年度），昭和62隼度文部省科学研究費重点領域研究（1）62601019（代表石原研而〉 55∼62，Ha囮ada，赫．，Yasuda，S．，lsoya鵬，R．andEmotG，K．（1986）＝StudyonliquefactiGaindロced permanent ground displace田ents， Association for tbe l｝eve玉oP田ent of Eaでthquake 王》rediction， i∼87，石原研而（1988）；飽和砂質土からなる緩傾斜面の地震後安定性の評価、新潟大学積雪地域災害研究センタ ー創立10周年記念講演会論文集、21∼25，建設省北陸地方建設局北陸技術事務所（198玉）：新潟平野部の地盤図集（新潟平野編）（2）ポーリング位 地図建設省北陸地方建設局北陸技徳事務所（1981）：新潟平野部の塘盤図集（新潟平野編）（4）ボーリング柱 状國（A−」〉（5−1〉， 一78一 | ||||
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| タイトル | 弾塑性構成モデルを用いたＦＥＭ解析における応力の補正について | ||||
| 著者 | 清水正喜・中谷政利・辻北智志 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 79〜80 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30074 |
| 内容 | 表示 第24懸土質工学研究発表会E−0（東京〉 平成元年6月27弾塑性構成モデルを期いたFEM解析における応力の補正にっいて鳥取大学工学部 正 清水正喜NT T 正○中谷政利東洋建設 正 辻北智志1．はじめに地盤材料を弾塑性構成式でモデル化し，変位法で有限要素解析を行う場合，材料非線形性のためある荷重増分に対して計算された応力状態は降伏曲面上からずれている，そのずれを小さくするためには，荷重増分を十分小さくするか，ある種の応力補正を行って，その後初期応力法などによって反復計算をする必要がある．本報告では，Po姓s a脆d Oe醗（1985）によって提案された補疋法（’Correct’融t』od）の考え方を検討修正し，2っのタイプの構成式に対してその補歪法を適用した結果にっいて述べる，2，応力の補並方法（図1参照）BのまわりでTaylor展開して，1次の項まで考慮して降伏関数がf（σ，を、〉で与えられる場含を考える。hは硬化パラメータであり，塑性ひずみεPの関数とする．荷重増分△Fを募える前の状惣をAとする．簡単のため，状態Aが降伏しているとする，σRは降伏曲薗上にあるのでf（σR，hρ）繍0 一…（1）b臼は状懇Aに対応する硬化パラメータhの値である。状態《から，荷重増分△Fにたいして剛姓マトリックスKを用いて計算された変位の増分を△U・△Uから求められるひずみ増分を△εとする，応力増分△σは△σ雛D△εで求められる．ここに，DはKを構成するのに使われた応力ひずみマトリックスである。一方硬化パラメータ甑の増分△hは 3h△h；一△εP 一一一（2） ∂f 3ff（σa，hB）寺（一）τBδ（△σ臼B）導（一）Bδ（△翁臼B）謹0 ∂σ ah 一一一一（1玉）ここで，弾性応力ひずみマトリックスをDEとして△σ偉B墨D露△εE；△εE＝△ε一△εP；及び（4）の関係を順に使って 39δ（△σ∩B）摺δλ．DE（一）臼 一一一一…（12） 3σ但しδ（△ε）摺0 一一一一（13）の関係を胴いた．次に， Dh△hRB鴇（一）臼△εP∩8 ∂εP及び（4）の関係より，δ（△甑臼B）＝δλ錯）自 一…（玉4） て）εPここに，△εPは（12〉，（14）を（三2）に代入することによってδλを求め△ε賑△ε一D日△σ 一一一一（3）ることができる。塑性論の基本仮定からλは正であまたは，塑性ポテンシャルをgとするとるが，δλは正負の値をとることができる点に注意 39△εP＝λ（一）R 一一・一一（4）する， ∂σで評価される．新しい応力状態をBで表すと，一般にf（σ9，氣B）＝0 一一一一一（5）補正後の正しい状態をCで表すと，∫（σc，hc）＝0 一…（6）εc講εB 一一一一一（7）が満足されなければならない．補正は，さきに計算さ 図iれた△σqBが正しくなかったという意味でσc摺ぴ自昏△σ臼B季δ（△σ臼8）＝σB†δ（△σRB）一一（8）3．Potしs aGd Gens（廻85）の方法の解釈hc3h妙紬臼B拳δ（△hρB〉＝b8浄δ（△寿臼臼） 一一一（9）Pottsらは状態Bからの塑性ひずみ増分を塑性ひずみ（8），（9）を（6）に代入して補蕊量と考えて次の流れ則を仮定した：f（σB＋δ（△σnB），h8＋δ（△ねRB））＝0 一一（10）εP＝αOg／∂σ）．ここで，①状態Bは必ずしも降伏C。rrec七ing融馳。d・fS七ressesinF照AnalYsi＄Usi捻9班a＄t。一Pla＄ticC。nsセitutiveEquatiQns，by麗a＄ay・＄ねiSHエMエZU（T・tt・riUni▽ersity》’賊asaヒoshi NAKATANI（醤ヨ摩丁） aad Satoshi TSUJIKITA （Toyo Ken＄etsu，Co．Ltd）一79一 条件を満足していないので果して痘接流れ則が仮定できるのか，②g／σ IoAε哲謂5K五〇”3をどの状態で爵算するのか，③流れ則であれば比例係数αは正でなければNon Corrected一ならないが，Pottsらの補正法を適用するとαは負の値をとることもある＿ 8 豊．という問題がある．しかし2。で明らかになったように，係数αは流れ姻き 5罵』oゆにおける比例係数でなく，状態Aでの比例係数λの補正量△λに相当する ‘ 6＼跡5Klo榊34．補正法の適屠結果 ε Correcヒed（1）蕊軸試験シミュレーションの結果：図2（a），（b〉は西・江刺（1977） 4の構成モデルを用いて砂の側圧一定のひずみ尉御三軸圧繍試験をシミュレートした結果である．このモデルは2つの降伏関数を使用している。状 2態A，B共に商降伏条件を満足するときは各条f磐こ対して△λを決定する必要がある．補正法を適用せずにと△εa＝5x10弓と5x玉0−4の軸ひずみ oG増分を与えた場合と，△ε、躍5xio”3のひずみ増分を与えて補正を適用した．薦顧三場合を示している．まず，補正を適屠しないとき応力ひずみ挙動はひずみ，工5ε“（α）0−C O R C T増分の大きさに左右されることがわかる．きわめて小さいひずみ増分（△ 朋ε、謁x10糟4）による結果を正解と見なすと補正を適用すると，ほぼ正解が ，02．盧o。oo5O 鼎 C O R C T9薩o【o o o5 C O R C7・ロo、oo5得られている．図3（a），（b）はCa瓜Clayモデルを馬いて超過圧密粕土（㏄ ，OlR＝32〉の三軸排水圧縮試験をシミュレートした結果である．大きな軸ひず5x紛弓o磯。〔5 ＞ oみ増分を与えても補正することにより正解値（△ε、＝1×10っの結果）に。1近いことがわかる。この例のように弾性から塑性に移るような場合には 、Ol5x裂0｝4 2 3，初めて降伏曲面を横切る応力状態（状態Yとする）を決定した後，2・で述べ、田＼識二，edたAをYに置き換えればよい。 、邸（卜）（2）境界値問題への適潮結果：図4に示す要素分割で1次元圧縮問題を有図2限要素法で解析した．要素は4角形8節点要素，構成式は図3に結果を示したのと同じものである．正規圧密と過圧密地盤（OC継2）について解析したNon Corrocted．計算されたe−logp関係を示す． 45．おわり番こ 一 9境界値聞題を初期応力法によって解く際，ここで示した補正法によってき5ムε鳴＝0．01しておく、 b＞参考文献：PQtts and Gens（1985）：lnt．」．Numerical and Analyしica1 1 10，0りも，与えるひずみ増分が大きすぎると，収東しない場合があることを記‘ 1。2 、 Corrected 『 』0．001 阿eしhodsinGeo恥echa論ics，Vol．97149−159爾・江刺（1977）：研究報告376014，電力中央研究所報轡o楠』一＿0125ヰ56フ8910m2凱尋β（α）ε“（％） 一10 弓 一8 一フ 仏ε畠＝0．0刃 略 Corrected＾るα。，塁4〆，．，蓋㊤om》鴫㏄鷲》 一5o へ 一糞）E夏ement l Gauss Poinヒ×oz 5 尋塊 田 鷹 ／／ 1 一1 Non Corrected12’456フ8910m2ユ51415 0ε．（％） 1（bl εllfecヒive 鵬ean Sヒress p図4図3図5一80一一45 | ||||
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| タイトル | 有効応力解析における土の構成式に関する研究（その5）Pastor‐Zienkiewiczﾓﾃﾞﾙによる遠心載荷試験のｼｭﾐﾚｰｼｮﾝ | ||||
| 著者 | 塩見忠彦・鈴木善雄 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 81〜82 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30075 |
| 内容 | 表示 第24繕土質工学研究発表会Ei−8（東京） 平成元年6月28 有効応力解折における土の構成式に関する研究 （その5〉Pastor−Zien紅ewiczモデルによる遠心載荷試験のシミュレーション 竹中技術研究所 正会殿 ○塩見忠彦 同 上 正会員 鈴木善雄王 はじめに 地盤の動的有効応力解析法の輿爾化・検証の一環として、構成式にPastor一別enkiewkzモデルを用いて、遠心載荷装置による盛土の液状化実験のシミ藷レーション解析を行なった。動的有効応力解析法には、Biotの2相系理論に基づいた有限要索法プログラムD I A貰A一∫を胴いた。 盛士は、液状化に大きい影響を及ぼす初簸相蚤応力を弾性／弾塑性計算の2ステップで求め、比較的良い結果を得た。また液状化によって、過剰間隙水圧の振動が誘発された。2解析準備①構成式モデル：構成践にはPastor−Zienki鯛iczモデルを馬いた。原理的には文献”と岡じモデルであるが、計算アルゴリズムに改良を加えた。主な改良点は地震によるランダムの入力に対する計算法と、液状化が発生し平均応力が0に近づいた場合の応力の挙動、慾力の折返し点などの誤差を小さくした点である。②遠心載荷装置による盛土の液状化実験＝シミュレーション解折の対象とした実験は、遠心載荷装置を用いた盛土の液状化実験であるω。この実験は、図1に承すようにシリコンオイルにほぼ水没した盛土に遠心力41．8gを掛けた状態で、バンピーロードと称する正弦波に近い地震入力を加えて液状化の様子を観測したものである。観灘データとしては、加速度、過剰間隙水圧及び頂部での沈下量がある。③盛土の材料定数：材料定数は実験報告書で明らかにされているものと、類似実験の既知データを参考にして表1及び表2に示すように定めた3，。液状化に関するPZモデルの材料定数は後者であるが、動的試験結果が無いために一意的には定められないので、繰り返し載荷20回に対する液状化強度が図2のようになるように定めた（褒3）。各材料定数は、一般的な土質試験結果や土質定数から設定できるものと、土質試験の応力経路、ひずみ、過剰間隙水圧の関係などを要素試験でシミュレーシ観ンし、設定する定数の2種類に大別される。④初期応力：盛土は重力加速度玉Gの下で作成され、遠心載荷により一度に41．8gの遠心力が加えられる。このため、一度に自重がかかるものとして静的解析を行い、この応力を初期癒力とした。静的解析は、2ステソプに分けて行なった。第三ステソプは、弾性解折でせん断弾性係数（39200kPa〉を一定として、応力を求め、これに対応する剛性を求めた。第2ステップは、第1ステップで求めた一定剛性を閑いて弾塑挫解析を行なった。 有限要素法解折に粥いたメッシュを図1に、静的解析結果の鉛直応力とせん断応力のコンターを図3に示す。鉛直応力は盛土表薗からの深さにほぼ比例した結果となっている。この結果は、総てを弾性解析とした結果に近いものとなっている。3 液状化解折の考察 図4に承すACC1225の時刻歴は、最初のサイクルでは比較的良い対応をしているが、その後は実験結果とは異なり2サイクル以降もほぼ同じ振編となっている。過剰問隙水圧は要素114の盛土底の中心部で上昇し表面に近い饗素413ではあまり上昇しておらず、解析と実験の結果は良い対応をしている。しかし底面の過剰間隙水圧は、解析値は尚じ底面の要素玉14と三16がほぼ闘じ上昇を示すが、実験では外側底面の上昇が少ない。このことから、実験では、過剰間隙水圧の空闇分擶の変化が大きかったことが推察される。 液状化の程疫が小さい場合には、要紫114や要素116に入力振動と同じ周期の振動が見られなかったがω、本解析結果ではその傾向が見られる。このことは、実験では解析に比べて液状化がさらに進んでいて上下振動が応答の初期に誘発されたものと考えられる。ACC1225の応答加速度が急激に小さくなっていることから推測すると、盛土の底部で液状化が発生しているようである。AStudyofSo員Constituitve鰭odehnDynamicEffectiveStressAnalysis．Part 5． Si識ulat三〇n of A Centrifuge Dyna絹ic Test by Pastor Zienk圭ewicz 厳odeITadahikoSHlO酵L YosむioSUZgKl（丁直K￡NA冠ATechnica1盆esearcねLaboratory）一8i一 地震後の変位を図6に示す。頂部の解析沈下量は1．6㎜であり、計測値L91㎜と良い対応をした。沈下変形は通常地震後にも生じ蔓に大きくなると予想されるので、解析結果は妥譜と雷える。4 まとめ PZモデルを用いた液状化解析の実胴化のために必要なデータの蓄積のために遠心載荷機を幣いた盛土の液状化実験のシミュレーション解析を行った。その結果液状化強度を指標として求めた材料定数を胴いる事の妥当性が確認された。しかしながら、本解析の材料定数は推定値であること、さらに闘じ液状化強度が得られても、構成式のパラメータの組舎せによって異なる応答結果になる可能性がある。構成式の各パラメーターを正確に求めるためには、ランダムな載荷に対する要素試験を行い、色々な面から実験と解析の比較検討を行なう必要がある。今回の解析では、これらのヂータを蓄積することによってP Zモデルではさらに精度の喪いシミュレーションが可能であることが明らかになった。 75Gエ）塩見、地盤と土構造物のジウム2．1節土質工学会編 Sillco縫o重…じ》加速度計的爲地震時の挙動に関するシンポo潤隙水ぼ計ACCiz25；節点‘09一PPτ2瓢；要素“3 匁PPτ∼335‘要勲072）塩見岡2、6節 憩PPτ2＝5』要粛u‘PPT55じ翻15図1 盛土モデルの形状と有限要素法モデル表2 動的解析の材料定数（推定）表1 実験から求められた材料データ G：σ9譲晒5“8230零（2、17−e）2／（王＋e）kPa弾姓定数1 （σ悔畦kg／c皿2の時875．9kg／cmaになる）間隊 砂；Lel9轟ton 舳zzard砂（120／20ω2．55土粒子比璽三〇25／0．55最大／最小三 士O、09（ゆr騙7士24器）試験前比 試験’・Oη＋O Og D〆5B＋2娼液体 ＝シリコンオイルO．95液体比叢42ce飛し三一Stokes結性疫o．3 灘位体蟄重飛IL92し／田3レ3go内部麿擦角相対密度50鬼320変相角鶴隙此O．8液状化強度 臼σd／σ’面＝0．18（脹20で片振幅2，脳の歪〉簾点409（Acc1225〉計算値 20 0 −20表3 P−Zモデル材料定数ACCi225実験値0（ 20駅） 0降 伏 関 数Mr聯Oマ72、πr隅O、942潔テンシヤル曲面Mり篇：2a7，α9需0、35容一20載荷時硬化関数β。＝40、 β1並oe5 20ロ 2 5 LO 23 50㍊o富200． 7 傭 36除荷時硬化関数編。畷00、 7廿罵30 R眼beτofeydesN 図2 液状イヒ強度曲線入力地震波計算値ぬΦ oΦo −20入力地震波実験値⇔く 20 0 ロ ハリほロ．4套ミ熱 識≦窪豫地三ミ嚢ミ書暴“糊／4． ［〆ド歪、〆〆ハー、、、㌧丸＼、c一繰 −20 0 50 【00 150 t抽e（醗sec、〉 図4 7k平応答力ロ速度時亥II歴a）鉛直悠力σ〉（駄Pa〉PPT233・（要勲13） 二斐翻200 o『きII〕n ∼ ”のouΦ梅⇒ b）せん断応力 τ籾 （補a） 図3 静的解析で求めた初期応カコンター図Φ一傷Φ5〔∩LE 榊5．0×10騨3融丞垂麟籟鍵塗蓋，臼oPPT58（要素116）穫020GPPT2251（要素1M）畦o焦 20一〔〕o 50 呈00 150 t三me（母sec．）図5 過剰間隙水圧時刻歴麟6 変形図（時刻i80鵬ec．）一82一 | ||||
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| タイトル | 盛土の施工管理の合理化に関する一考察 | ||||
| 著者 | 田中貢・中田公基・高橋克寿・雀部和男・梅園輝彦・高田知典 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 83〜86 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30076 |
| 内容 | 表示 第24回土質工、学砥究発表会（東 京） 平成元年6月29C−7盛土の施工管理の合理化に関する…考察建設省土木研究所田中 貢 中岡公基建設雀東耽地方建設局高橋克寿建設省近畿地方建設局雀部和男三井建設㈱梅園輝彦 高田矩典三．はじめに 盛±の締圃めの施工管理においては・所定の締固めが領域の全般にわたって行われても・るかどうか常にチェックし、できることなら締固め程度の計測値が施工にフィードバックされることが望ましい。実際、現在の締固め度の計測方法は従来から砂騰換法が広く用いられており、計測結果が得られるまで一昼夜を要し、施工に迅速にフィードバックされているとは言い難い現状である。締固め度の計測方法には、砂置換法のように密度を計測する方法と、平板載荷試験やCBR試験のように対象地盤の弾性的あるいは塑性的強さの計測を対象とする方法がある。本研究では、近年開発が進められている締固め管鯉手法のうち、透過型及び散晩型R至法、電磁波法、小型加振機法、インビーダンスヘッド法、衝撃加速度法などを取り上げ、盛土の品質管理への適応性・及び、合理的な品質管理手法の検討を行っだ。本稿では、密度管理試験のうち、在来法の砂麗換、最近一部で実用化されても・る透過型R I法、及び建設省総合技術開発ブロジェクトrエレクトロニクス利周による建設技術高度化シスデムの開発」の一環として研究、開発された散翫型R正密度・水分計を用いて、各試験の施工管理手法としての適応性、及び締固め地盤の品質特柱について実験地盤による調査、検討を行ったので、その一部を報告する。ま炬、本論文は第42回建設省技術研究会の共通部門指定課題r機械化施工における施工管理手法の合理化に関する研究」の報告を参考にまとめたものである。2。施工管理試験装置の概要2，1 透過型R王試験 R I試験とは、地盤裏面下の密度、水分量を測定するもので、放射性同位元素（殺adio lsotope〉の線源よ射出された放財線が地盤の構成原子と相互作用する性質を利絹したものである。土の密度の測定は・放射線にガンマ線を使用し、その相互作用が被測定物の密度に強く依存する性質を利屠している。土の含水量の測定は、放射線に中性子を使熔し、土中の水分に含まれる水素原子が高速中性子と衝突、散醜して、高速中性子が熱中性子変化する性質を利用したものである。 こうした漂理を利用した透過型R正試験とは、“l Il l放射線同位元素を先端に封入し炬線源棒を測定地l l摩 1『 8盤に所定の深さで挿入し、地表面に置かれた検出検出管器に入射する放射線の強度から土の密度・水分量を測定するもので、透過型R I試験は砂置換法による土の密度試験と比べて、測定時問が大幅に短縮され、一部の機関では、すでに実際の施工管理に使用されている。だだし、その適用に当たって緻管 〆は、較正実験を確実に行い、数年ごとに線源検奄を行う必要がある。図一1に測定原理図を示す。 図一1 透過型R至法の測定概饗ASもudyo“thequ呂lityControlof肋ank醗ent…一穫。tanaka，腫。国akata（Pubiic）orksResearchlnsti−tuもe，岡inistryofConstruc耕o降〉：k。τakahashi（TohokじConstructionBureau，鱒iaistryofConsもruction〉：K．Sasabe（Ki陰kiConsもructionBurea“i陰isもryofConstructlon〉：T．U癬e20ao，マ．takada（凹itsulConsもruc−tioaCo．，Ltd。）一83一 2。2 散乱型R至試験 散乱型R I試験の基本的な測定原理は透過型R I試験と同じである。しかし、透過型R I試験が線源より射出された放射線の内、地盤の構成原子と相互作罵しなかった放射線を検出するのに対し、散乱型R I試験は地盤の構成原子と相互作用した放射線を検出するものである。 散乱型沢正試験は、線源棒の挿入孤も必饗なく純然たる非破壊試験法である。本試験で用いている装置は、1ガンマ線（密度〉測定において従来から行われている全工ネルギー法ではなく、特定のエネルギー範囲の散鼠ガンマ線を検出することで、測定精度の向上を図っている。さらに、較正曲線を作成する際に地盤と装置の問の空隙量を考慮することにより、空隙による誤差の要困を軽減する工央をしている。ただし、その適屠に当たっては、透過型沢正試験と岡様に較正実験を確実に行い、数年ごとに線源検査を行う必要がある。 図一2に測定療理図を示す。 鉛3．施工管理試験法の適用性実験 検出管 線源3。1 実験地盤 実験地盤は、土質、締圏め方法を変化させて、全部で5種類の地盤を充分に締固めだ基礎地盤の上に、仕上がり厚30㎝程度で作成した。各実験地盤の概要を表一1に示す。3．2 実験結果 実験結果は、乾燥密度、含水比、空気間隙率な 図一2 散乱型R I法の測定概要どの土質定数について、次の統計処理を行った。・平均値、分散、範囲、変動係数などの算出 2．4 弼．953×吻．㎝・在来法（砂置換法）との柑関分析・度数分布や確率密度関数によるバラツキの把握乞： 棚鰍：色934訊．署 騨畷土 図一3に散乱型R I法と砂置換法の相関を示す。鐘1，8 ＋珍質土o 騰． ＊砂質土 1．6触 0類趾 ×砧性土 1．4o 鱒畷土 1。2 実験地盤は、竪固な地盤上に十分に締固めた厚 0レキ質土 o粘性土さ30㎝の墓礎地盤を作成し、その基礎地盤上に 1 か｝o冥鱒 より所定の締固め回数で締固め作業を行い作成した。実験地盤の概要を図一4に施工仕様を裏一2ゆ○実験材料を厚さ30㎝で敷均して、ブルドーザに’日．瓢●欝一一’墾1：讐麟鵬る灘理実験．づか の．8 巳，8 1 1．2 1．4 1．6 玉．8 2 2．2 2．4 砂置換乾燥密度（t／m5） 図一3 砂置換法と散乱型R I法の相関に示す。襲一1 実験地盤の施工仕様（叢）表一2 実験地盤の施工仕様（2）笑験地盤締閲め機械締固め機械施工仕様砂 質 土 1雛 動 ㎝ 一 ラ無振動…往復＋旅動8往複砂質土ブル ドーザ5團程度の締閲め砂 質 土 2振 動 ロ ー ラ無撮動夏往復＋振動2往復礫質土ブル ドーザ5縢程度の締固め砂 質 土 3振 動 ロ ー ラ無振動蓋往復粘憔土ブル ドーザ5働程度の締嗣め粘 性 土 1タ イ ヤ ロ ー ラ4・往 後粘 性 土 2タ ｛ ヤ ロ ー ラ締閲めは行わない施 工 仕 様一84一実験地盤 60000200QO4．2 実験結果ooo一 本実験では、砂置換法、透過型R I試験、散乱型R I試験ごとに、地盤のバラツキを把握するた＿一 『一 一 一 一 一 一めに、確犠密度関数によるとりまとめを行った。oo地盤のバラツキ、測定装置の系統誤差、偶然誤差§§o卜関数曲線の一部を承す。ここで書うバラツキとは、QQQ．翻一5∼図一6に乾燥密度を指標とした確畢密度oo寸零ののなどの総和を奮味する。その結果、乾燥密度、含水比とも同一地盤であれば、どの試験法もほぽ等20QOOしい分散を有し、前項の相畷関係と合わせ、透遇20（）O（｝ 20㈱型R正試験、散乱型R I試験は在来の砂置換法と伺等の精度を持つことが確認された。しかし、各材料の実験地盤の平均値については、試験法により差が見られる。これは、測定の墓本原理や、計器の特控の差によるものであり、適用に当たってA−A闘薄 の のむ馨雌図一4災験地盤 実験ヤート’実験地盤の概要図（品質管理実験）は十分な較正実験を行い、特性を把握する必要がある。15砂質土5．考察粘性土 施工管理試験法については、各試験の董確度・媒質土精密度を比較し、在来法である砂置換法との相闘’＼を調べることにより、施工管理への適熔性につい01て検討を行った。施工管理幾準については、地盤1、2 1・4 …．6 ．01・8 2・0密度ε／c臓3（透逼型RI法〉の締露め程度のバラツキの要茜を分散分析により検討し、施工管理を行う合理的な測定密度（単位園一5確率密度関数（透過型RIシ去）面積当りの必要測定点数〉について検討を行った。、55，1 施工管理試験法についての検討砂質土（1〉正確度・精密度粘性恋 施工管理試験法の検討を行う上で、正確度（各礫質土試験法で得られた乾燥密度の平均値と砂置換法による土の乾燥密度の平均値との差の絶対値）によGり平均櫨の偏りを評価し、精密度（各試験法で得1．012 1．4 1．6 1．8 2．0られた乾燥密度の標準偏差と砂麗換法による乾燥樹度9／c歴3（散乱型R I法）密度の標準偏差との比）により散布度舎を評価し籔一6 確率密度関数（散乱型R I法）た。その結果、透過型R I試験、散乱型R I試験とも、盛土材料、締固め程度にかかわらず、乾燥密度、含水此とも高い正確度が褐られた。ただ、散乱型については、若干、精密度において透過型に劣る結果を得た。（2〉在来を去との相関 在来法（砂置換法〉との相関は、透過型R I試験、散乱型R至試験とも孝目麗が高も、ことが確認ざ4 15図一7れた。一85一16 t7 i8 蚤9 2 乾燥密度 9緑確率密度関i数 （透過型R I薯去）2‡ 以上の結乗より、透過型R I試験は、在来法と岡等の試験精度を得ることができ、施工管理試験としての適用は十分可能である。また、散乱型R ∼ 圏茎試験は、精度的には若干、透過型に劣るものの 範その差は僅かであり、較正実験を厳密に行うこと1翌lo ゆにより、十分、施工管理試験として適用できると躯 団考える・ 窪 邸5．2 施工管理規準についての検討 瞬 結 ノY l 盛土の施工管理を行う場合、地盤の特性を把握と のし、その持性にあった合理的な施工管理、品質管It理手法を定める必要がある。この点を踏まえ、締固め程度による地盤特性の撫握、地盤のバラツキ O l O 5 iG l5 20 25に影響を及ぼす要鋤の柵握、合理的な測定密度（ サンブリング数単位薗積当りの必要測定数）σ）据握といった観点から検討した。 図一8 散乱型による測定密度（1〉締露め程度の差による地盤特性 （95％信頼区問の範囲とサンブリング数〉 透過型R I試験の乾燥密度を図一7に確率密度関数により示す。これより、乾燥密度は粘性土、砂質土地盤とも、締覆め回数の増加に伴い増加し、分散は締固め程度が小さい場合は土質に関係なく岡程度である。しかし、締固めを行うに撹い砂質土の分散は小さくなるが、粘性土の分散はほとんど変化していない。また、砂蟹土においても、ある程度以上の締圃めを実施すると分散は変化しなくなっている。このことは、一度、地盤の分散を把握しておけば、以降は平均値の確認を行うだけで施工管理を行える可能性があり、今後、リアルタイム計測による施工管理を実施する場合のひとつの方法になると考えられる。（2〉合理的な測定密度（単位面積当りの必要測定点数）の把握 測定密度の考え方としては、ある測定密度で計測したヂーダを基に推定した母集団の信頼区問が・母集縢の分散のある範囲に収まれば、 “その測定密度は施工管理に有効である”と考え、検討を行った。 まず、60点の測定憧を母集団として、母集団の中からa点のヂータをランダムサンブリングし、n点のデータから母集団推定（95％信頼区間、分散未知）を行う。推定した母集団の95％信頼区間の範囲と・母集団の標準偏差（片側nσの範囲）との比を求めることによむ測定密度を評価するものである。臓繍1とした場合の検討結果を図一8に承す。これより・今回の20×40mの地盤では土質に関係なく・15点程度の測定を行えぱ良いことがわかる。これは、約53箱2（約7・3m角〉に1カ所の測定密度になる。6．今後の課題 今回、土工における施工管理の合理化に寄与するために、新しい施工管理試験機の適用性・締固めた地盤の特性の把握、及び合理的な測定密度に関する実験、検討を行った。その結果、現時点における計測機の優劣、締固めた地盤の特性等についての知見を得ることができた。しかし、今圓の一連の実験、検討に使用した地盤は、実験ヤードで均質な土を用い、まき出し原や施工方法等を入念に管理したものであり、実際の現場条件とは大きく異なるため、今回の結果をそのまま現場施工に反映ざせることはできない。 今後は、実際の現場において計測を実施し、今回の実験で得られた種々の結果を確認すると同時に、次に示すような観点からの検討を行い、土工における施工管理手法のありかたについてとりまとめを行う予定である。 ・各種の土における新しい測定機器の適応性及び問題点の招握 ・現場における諸条件（施工機械、土質、施工規模等）が、計測結果に及ほ1す影響の把握 ・施工管理のリアルタイム処理と施工へのフィードバックに関する検討一86一 | ||||
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| タイトル | 模型土槽におけるコーン貫入試験 | ||||
| 著者 | 末政直晃・鈴木聰・伊藤公隆・木村孟 | ||||
| 出版 | 第24回土質工学研究発表会講演集 | ||||
| ページ | 87〜88 | 発行 | 1989/05/15 | 文書ID | 30077 |
| 内容 | 表示 第24翻土質工学研究発表会C−3（東 奈〉 平成元年6月30模型士槽における灘一ン貫入試験東京工業大学工学部 O末政直晃 東京工業大学大学院 鈴木 聰 聾T T 伊藤公隆 東京工業大学工学部 木村 孟1．はじめに コーン貫入抵抗は、地盤の材料特焼や貫入速度等の条件により複雑に変化するため、地盤強度とコーン貫入抵抗との関係は未だ解明されるに至っていない。筆者らは，応力履歴が明らかな地盤を作製し傷、コーン貫入時に地盤に発生する間隙水圧を計測できる模型実験装置を試作した。それを爾いて二種類の試料の異なる地盤を作成し、それらに対して貫入抵抗力、コーン先端の間隙水圧を計測できる二成分コーンによる貫入試験を行い、試料の違い、貫入速度の違いが貫入抵抗に与える影響を調べた。2．実験方法 本輿験に嗣いた試料は、塑性指数が各々、約10，および20の中問土M10 M20である。表王にその諸特性を示す。実験は、以下の手順で行う。まず、試料を練り混ぜてスラリー状にし、十分脱気した後に実験容器内に投入し、圧密圧力10kPaで予備圧密を行う（図三〉。予備懸密が圧密度95％に達した時点で、容器を反転する。ゴムチューブ、コーン比重Gs2．672．58液性譲界WL（％）27．345．1塑牲銀界Wp（％）17．323．8塑性指数 Ip砂分（沿10．02三．3を設置し、容器側面より間隙水厳計を数本埋め込む。ゴムチ晶一ブ内シルト分（鑑）粘土分（諾）を水で満たし給水弁を閉じ、ラバーベ認一ズ内に水圧をかけ、ゴムチ論一ブ内に密封された水の圧力が30kPaになるように調整して本33．022．O37．124．8三6．3班縮衛数Cc膨張指数Cs間隙比e◎圧密を行う（図2〉。 本圧密が圧密度95％まで進んだ事を確認した5三．70．11750，2340．01350．0149o，6580，894後、所定の貫入速度でコーン貫入試験を行う。この装置の特徴は、ゴ 衰1 試料の特性ムチ論一ブの弁を開け外部より水圧をかけゴムチ畠一プ内を30k Paに保っことにより蓬密圧力を解放することなく貫入ができる点，また粘土上面のゴムチニーブによりコーン貫入に伴う地盤の変形をある程度吸収できる点にある。図3に示すコーンは先端角60度、直経15mm 単位mm モータo 〆ヘロフラムシリンダベロフ十 十字形載荷板加圧用塩ビ板 悶隙水圧計加圧o・》r11−1｝1ント排水ロードセノ。。写『『羅380oo0ooo 水圧口／ゴムチュヴコ ン偲Qnりのo間隙水圧計庇密用シリンダラバーペローズ 睦 ／ コ ＼ ダミーフランジ図1 実験装置（予備圧密） 水圧口 排水口図2 実験装置（本圧密）憂40del cone pe識etra七ion もes七s oa t員e lab floor3N・Suemasa，S・Su燃i（丁工丁）pK。1七。（鯉丁），T．Kimura（贈）一87一 15図3 コ ン のステンレス製であり・先端抵抗力、先端の間隙水圧を電気的に計測することが可能である。また・m一ン周辺の問隙水圧もコーン近傍の粘土中に埋設した問隙水圧計により測定する。実験終了後、地盤の含水比を測定することにより地盤の強度を調べる。実験コード及ぴその実験条件を表2示す。3，実験結果及び考察 測定された含水比より計算して求めた実験C1の強度分布を図4に示す。図実験中の点線は癒力履歴から求めた強度分布であり、澗者がほぽ等しいことから，試料 貫入速度 職／sコード本実験装置により所定の地盤を作製し得ることが分かる。 コーン貫入試験で測定された貫入抵抗力qcから求めた深さ方向コーン係数（コーン指数）Nc（No嵩（qo一σv）／Cロ Cロ＝非排水せん断強度 σv＝土被り圧〉の分布を図5に示す。ただし醤。を計算する場合、コーン先端部背面に作編する間隙水圧による貫入抵抗力の損失分の補正を行っている。C1躍ユ0菰． 0C2M三〇o。 三C3随20L o同じ試料にっいて行った実験C1とC2を比較すると、C王のNc値は約8、C 一』 敦2 実験条件2では約玉0となり、震入速度が遅いほどNo値が大きくなることが分かる。異なる試料を薦いた実験C1，C3にっいては共に約8であり試料による差はない。 諏一ン先端で測定した間隙水圧挙動を図6に示す。C王において、コー 地盤強度恥kPaン貫入によりコーン先端には約70kP aの過剰間隙水圧が発生している。 0 10 20 30 0これは非誹水せん断彊度の6∼7倍に相当する。また、C2においての過 1ムoO剰問隣水狂は60k P aであり、貫入速度が小さい方が発生する過剰間隙5 鱗。水籏が小さいことが分かる。この間隙水圧の差は、C2では貫入速度が小さいために、過剰間際水圧の消激時閤が大きくなり、消徴量が増大したこ10とに起因すると思われるo C2でNc値が大きく出たのは過剰閤隙水圧の消15散によってコーン近傍の有効応力が増加したためであろう。 貫入中コーン周辺で計測された過剰間隙水圧とコーン先端からの距離と20の関係を図5に承すo過剰間隙水圧は、地盤の穽排水せん断強度で正規化し、コーン先端からの距離は、コーン半径で正規化して自然対数で衰して（259ある。試料の違う、C1とC3を比較すると、C3の間隙水圧の方が大きりNいことが分かる。C3では、コーン先端の間隙水圧が測定機器の不調によ 30 ｛り計測できなっかたため、先端抵抗力の間隙水圧による損失補正を行って図4 強度分布おらず、実際のC3のNc値は図3の値より大きいものと推測されるoこのことから、塑性指数が増加すると、Nc値が増加すると結論して良いように懇われる。0 N c5 100 △u kPa 10 50 100 コ ユ 黛ロ 、 ＼5 、、、 昌 N 『 1 5ユ0io l I（ユ5EuN 2，0 、 津 o書C L 様 口：C2楓3C2C工C3図5 N，分布20 C2 C三図6 コーン先端問隙水圧一88一0 1 2 3 ！窺（r／a）園7 間隙水圧分布 | ||||
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- タイトル
- 盛土補強用繊維ネットのクリープ特性
- 著者
- 梅沢俊雄・鈴木孝弘・村田修・舘山勝
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 1〜4
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30048
- 内容
- 第24園土質工学研究発表会（東 京） 平成元年6月D−101盛土補強用繊維ネッ｝・のクリープ特性平岡織染株式会社 ○（正）梅沢 俊雄 鈴木 孝弘（財）鉄道総合技術研究所1死》村田 修 （正1舘山 勝1．は￠めに 筆者等は繊寒隻；を使用した高弓房長り岡嵯性および弓紹長り強度を有する樹脂被覆繊維ネット（以降 繊維ネット）を盛土補強材として開発した。文献1〉この繊維ネットは現在（財）鉄道総合技衛研究所において研究中である試験用補強盛土文献2）に使鰐されており、盛土補強材としての特性について検討を行っている。 今回、この繊維ネットのクリープに関する許容応力の低減係数を求めること、応力径路による影響を調べることを目的に、短、中、長期に分けたクリーブ試験を実施 継続しているが、今回これら試験のうち、応力径路を写真㎜1 繊維ネットの形状考慮した引張り試験、短期クリーブ特性、応力径路を考慮した中期クリープ特性、畏期クリープ特性の中間結果項 目について報告する。ポリエスデル繊維塩化ビニール樹脂2．試験材料の特性被覆樹庸 試験に用いた繊維ネットは舎成繊維のネット試織物に重 量特殊配合塩化ビニール樹脂を含浸、被覆したもので、写目 合（タテ9／㎡真一1、表一玉、図一王にそれぞれネット形状、一般物性、引張り強度一伸度特性を示した。（ヨコ引張り強度（タデ）（ヨコ3．短期クリーフ’試験物性値単 位素 材’国mmmTf／糊2τf／㎡28520203．02．5裟一王 繊維ネットの一般物性（t琉） 3−1 ステップ荷重による引張り試験3 試験試料を写真2一（A）の形状畿作成し、定速緊張形弓円長り試験機（東学羊精機KκストログラフT〉を尾い、強2試料つかみ間隔200mm、ひずみ測定問隔200鰍、引張り速度200mm／剛inとした。実験時の測定温度は20±2℃1とし、図一2に示すスデッブで載荷を行いひずみを測定度した。○ 図一3にスデッフ’載荷をした時の応力径路蟹を示す。0 5 10 15（％）図一4には図一3より得られる残留ひずみを含有するひずみ曲線（a）、残留ひずみ曲線（b）残留ひずみを減 悼 度図一1繊維ネットの引張り強度一伸度特性CREEPPROPERTlεSOFR冠S叡COATED門ESHFAB尺ICFORE縫BANK纏ENTRE横FORC猟E解；T．U騰EZA）A，T．SロZUKI（腱卜RAOKA駒COりしTD〉0．門URATAAND哲，TATEYANA（RAIL》A”EC“ICし尺ESEAC網1村STITUTε）一1一 じたひずみ曲線（C〉 ｛＝（呂〉一（わ）｝ならびに別に行った引張り速度100％／期mで定速緊張して求めた応力ひずみ曲線（d）を示す。 スデッブ荷蚕が撫わることで破断強度は定速で引張り試験した値に比ぺおおよそ5％低下し、破断伸度はおおよそ4％増大した。また破噺強度の35％まではほとんど残留ひずみが生じていない。（％荷 32写莫一・2 試験試料の形状重 1（t漏）3 （dン み 時 問 tラ 凶 ／ 〆図一2 ステッブ荷重の応力径路概念図 ／ ！碕2（t輪）3 ノ ，（b＞ ノ A ノ 向 ノ∠￠）筏⑯〉！ ノ‡，！荷 2〆倒重1ド 1重○0 5 10 15（％）○ 録剛18 ひ ず みほぽ同じ径路を通った．0 5 10 15（％） ひずみ図一4 図一3の荷重一ひずみ関係から得た各種曲線 図一3 スデッブ載荷を行った時の荷重とひずみの 径路 3−2 定荷重ここよるクリーブ試験 写真一3（A）で示したクリーブ試験機（東洋精機臥クリーブLDT）を期い、写真2一（A）に示す形状に作成した試料を、クリープひずみ量測定間隔200mm、実験時の測定混度22∼23℃の実験条件で載荷し、クリーブひずみ量変化を測定した。クリーブ荷重Tcは、繊維ネットを2．5％／翻nの速度で引張り試験をしたときの破断強度Tfに対し0．7とし載荷を行った。 泌一5にはクリーブひずみ量と載荷時闘の関係を示す。これによると載荷直後短時問にひずみが生じ、その後ほとんどひずみの進行がなか （A〉った。写夏一3 クリーブ試験装置1一2一（B） 4． 応力径路を考慮した中期ク警ノ＿ブ試験文献3）載荷時問 写真一3（B〉に示したクリーブ試験装置を用い、写O，1）の様に試料に直接重りをつるして試験を行った。写真4一（B〉には試料の装置取付け部の補強および取付け金具を示す。ず10度は室温であり特に恒濃にはしなかった。 本試験は図一6（A〉、（B）、（C）、（D）に示翻もひ 5斬f＝o．7 クリーブひずみ量は、繊維ネットの主軸糸の任意の2点距離をノギスを用いて測定した。また、試験場筋の濃6x1026×100真一2（B）に示す形状に作成した試料を写真一4（A 15みn駆5 20クリーブ盤はほぼ腿じ憧を示した。（％）した載荷径路（図中実線部）で行った。また載荷ステップ毎に104分定荷重載荷を行い、 （C）、 （D）にお図一5 短期クリーブ試験いては定荷重載荷と瞬問載荷】を親合せた。 実験終了後、応力履歴を受けた試料をさらに引張り速度100％／！“inで定速引張り試験を行い、破断強度および破断伸度を測定した。 （図一6中点線部〉 図一7（A〉、 （B）、 （C〉、 （D）には前述の応力径路図（A〉、（B）、（C）、 （D）に対応するクリーブひずみ量、および破駈強力および破断伸度の測定結果を示す。どの様な応力径路においても載荷直後短時間にひずみが増大し、その後はほとんどひずみの進行がない。またクリーブひずみ量もどの様な癒力径路を経てもほぼ同じ様な値を示した。残留ひずみ量は、破断強度に対し0．9の瞬問荷重を加えても ほぽ同一の値を示した。またこの値は、スデッブ荷重による引張り試験のTc （A） （B）／Tf＝0．5の時の残留ひずみ量ともほほ1同一となった。写真一4 試料の装置取付け部補強、重り取付け（A） 窪罵 （B）1稀 ／ 〆 1 （C）瞬問載荷！呪 〆 ノ ノ 1 ’．5o 義・1σ弓．5，5’ ｛，10ぐ’ ’ ‘ ‘ ’o回04’o 1 「 1 （D）瞬問載荷／ ノ孫 ノ 1 ’．5 1 ’卜104 0 ノ ’ ’ ’ ’4’ ’ F監甲10 1○○O 圃一庵 色 e e○ 図一6 応力経路概念図 破断強度については、クリーブ荷重髪受けるとどの様な応力径路を経ても、複数同一条件の試験をしても強度の上昇が認められる。また破断伸度も応力径路にかかわらず、ほぽ同じ値を示す。 （図一7中・星印は破断を示す。） この現象は、繊維ネットは糸が極めて細い繊維で構成された繊維束であり、定速ではやめに引張る従来の強度試験では、それぞれの繊維同志問で張力の不均一が生じる、しかし今回の様に破断強度に対し50％程度の応力を加えることで張力の不均一さが整えられ繊維束である糸の均質性が向上し、破断点が向上したものと考え一3一 られる。なお応力径路中で破断強度に対し0。9の荷重を瞬間載荷するケースがあり、載荷の際明らかにひずみ量の増大が貝視出来たが、瞬間載荷のためひずみ量の測定が出来なかった。したがって國一7（C）（D）の図中の瞬間載筒時のひずみは、繊維ネットのS−S齢線により補完してある。（研’（祐1（A）（B） 1、☆＿1 ！！荷阿／ ／1趣1。2！！ ．！デジ。4瞳Q5Q5石レ0 ’乾0㎡副β！ll誤．《o彦重■重 ■3鑑111♂ゐ！O○0 5 蓬0 150 5 10 15 1％》 ひ ず み（孫 ひ ず み 1％1（孫（C） 斎 ！！』＿1何（D） 沸 蓬 ／ 1 ■ ／ ／ 〆苺 ！ ／Q！重 t4，笥02Q／〆象＼簿 ！’ ／o〆 3 ＼械σ2ノ 6 2荏O隠踊・2 クリーフ．擾‘まほぼ同じ随を示した。重／／ ∠ イ ○ O O51015 ひずみ （％1 ひずみ 1％1 図一一7励翻拷圃，榊間クリづ識 載荷時問 （Hrs）55．長期クリーブ試験 0 1 2 3×10E 前述中期クリーブ試験と岡じ試験装置試料を馬いて行ひ ）τ重＃α17った。クリーブひずみ量は、繊維ネットの任意の2点の 5予4τ傭o．35距離をノギスを胴いて測定した。載荷蕎重は破断強力にず対し0・17・0・33・0・50・0・67・0・75とした・ 10丁所1嵩o，so 図一8にク輩ノープひずみ量と載荷時間の関係を示す。 み各荷重とも・載荷直後にひずみが生じ・その後ほとんど 15ひずみの進行がなかった。したがって、クリープひずみが終息したと考えられる。しかし破断強度に対し載荷筒 20動0・75の船にはひずみ瀟増し48時間胴で噺し（％）下ヴ丁にα67 0努‘ニo．75啄B時問以内で廓断 魔鳳2 クリープ量はほぼ同じ縫を示した．た。 図一8 畏期クリーブ試験6．ま と め 繊維ネットは、載荷荷重の大小にかかわらず、載荷直後にひずみが生じ、その後ほとんどひずみの進行がなかった。また異なった応力径路を経てもひずみ量にはほとんど差が生じないことが判った。今後定荷璽クリーブ試験を継続するとともに応力径路を考慮したクリーブ試験から、適正な設計強度を提案していきたい。文献1．梅沢俊雄、林徳行、舘山勝、等r盛土補強婿繊維ネットの材料特性J第23回土質工学研究発表会 1988 2．村田修、舘山勝「短い面状補強材で剛存壁面を有する試験盛土の施工」第23圓土質工学研究発表会1988 3．山内総元 r粘性土盛土の不織布による補強」 東京大学学位論文 1987一4一
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- タイトル
- 急勾配補強盛土工法の設計法の設計法に関する比較検討
- 著者
- 福田直三・高橋嘉樹・大谷順・大内正之・西村淳・木下栄治・吉沢光三
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 5〜8
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30049
- 内容
- 第24回」澱工学研究発華絵H−2（東 寿ζ〉 平成1嘉年6月2急勾配補強盛土工法の設計法に関する比鞍検討 復建調萱設計㈱ 蕉会員○福田 直：三 不動建設㈱ 正会員 高橋 嘉樹 九州大学工学部 正会輿 大谷 順 中央開発㈱ 正会員 大内 正之 三井石油化学工業正会員 酉村 淳 三井石化産資㈱正会員 木下 栄治 ㈱沖縄技衛コンサルタント正会農 吉沢 光三匝遜 ジオテキスタイル工法の内、急勾配補強盛土は一つの特徴的な工法といえよう。この工法に関する設計法は既にいくっか提案され、またこれらに基づいた施工実績も増えつつある。特にジオグリッドを用いたものについては、我が国においても既に昭和59年以来玉00例近くの実績がある。しかしながら、これらの設計法は補強材の引張強度のみの極限つり合い法に基づくものであり、設計上の仮定がいくつか含まれている．従って．施工実績に基づいて我が国なりの設計法を提案する上で．まず各種設計法を分類整理し、それらの内の代表的な例4例と参考のため提案した1例の計5例の比鞍を行なうこととした。また、ジオグリッドによる実例との概略比較も行ない問題点を示した。 き圭 ぐの 盛土を対象とした補強土の設計手法は、すでに数多く提案されているが、これらは大別すると以下の2大グループに分類される。（A〉設計チャートとして図及び表を示し、設計条件さえ満足すれば適用可能なもの。 表一1 補強盛土工法における設計拳法一覧表（A） ingo団 （lga2）補強財ジオテキ （1984〉（段計チャート） グリットフ7フ リソクジオ90旧p田te et al （1986）（設辞チャート〉広田、他 く198のく段計チャート〉 グリットジオテキ スタイ’㌧ジオテキ スタイノ』（設計テヤート）乱eshchmskyεし副． （1987）（設計チ｛一ト）（‘鯖悸ヤーD（B〉Jonesεt ai、（198の （度）一 ㎝ 一平行同長馴テ眸ア時の安全段計強度縦考芸照φ仁’0，025，0．5蝋蝋 労天端 外力条件団3事地疑面くSきope）の安愈惚のみを考匿 肖｝疋一 ｝ 騨妊慧無隈等分布最大強度の50二了〕o・Pa性30−80 ）巳d呂eio曽弓0τwo・Part ）edge1＝0、8φεφ除0025．05φεv｝ ㎜ ｝長胡引張強度殻もよく使われているテ嘆一ト（繍f手法）＊爽国プ∫イドライン：安全綴衝強度 謹使冊鱒の特注強度／安全田 羅fk／（7、 Fg）一 胃 一一面せん斯訳験よ箭強材の荷箆一建び関鎌髪双紬線返似して膵入、捜勾配盛土一欝 一一 一 『㎜か 凡一 一 ｝ 一マー疋無隈等分葡 ｛｝疋無限等分布一 一一 ㎜ ㎜ 幽一疋無隈等分痛任譲、籍隈等分布”剛蟷憧ペースにした動駒縄ヤ手法τ）o・Par乞45・go ）e酵呂e（蹄的に対ずる動的盈の比をチヘ・一ト化）り決定φ一 r u安￡串マンニ7を提蜜円弧ずべり任意の平行脳閥隔簸限斜面30 80㎜ ㎜ ｝ 韓δ需5φ⊂；登騎弄爵馴テ同長極限つり台い モテル円亜すべりδ：2／3φ一憩勾配対敬ら線剛沃端面も考感 F＄一13一 ｝ 一ジオグリ7トφ『一 一 一φ卜平行ジオチキ035実験より求めな強贋30 90｛ ㎜ ㎜円虹すぺりジオグリントポリマー グリッドポリマー グリワド不織範0・窺O くδT）o・Part ）edεe昌urrayの研究のexしξ商on〕ork・砧懐1瓢を謝豪．顧勾配感土1985矩のUmvorslしy of肋la曜eのRε閃r修照平面すべりジオテキ スタイル05ザ 《φ吟C匠 スタイル （1986〉 （1988）摩騰網同長ya煽anoじchi et＆1松本、他φ臣平行平行裂長平行購長引張強度のφ’255D二引張強度の20・40＝以下一中Pしan一 矯」眠I lらに岡5凹 一 一φ『一 r 一引張強度平行同長引張強渡の瑞O Xの亀0＝15・90鼻 〔 昌 〕edge補肚壁に解る‘監匿洋緩”ヘレントグラビ子イ脚土座の服万はテールアルメgoδ＝08φ，平面すべり和o・Partδ；05φρφ「｝e）211らの研究のox低鵬lon甘orkτ）o−Part30・BO平而すぺり二±塾 “φ’捻臼鷺土のせん断強度の09倍し瀞サ平探同長δ二2〆3ψ『対数ら線曜 SC㎞er惚an町etal， （1987）枢互作屠1 斜面角度 …一 甲 一不滝願（1鋪†チ雪一1ウSc熱nel6er et31， （1986）1冨1隙水旺r」魏u／（η）平行Ruegεεr くi986〉度異長水リマー（段計チャート）hurray（198荏）鋪強財強度剰テスタイル（設計チャート）』eりeli et計補強財長さ比強署 雪30・8G ）e賠e｛壬意無隈等分奪蒜宏的にはje兇1協の方法と飼じ．地贋剛こついてRlこ幅rdsonの方1去を探鯨 ｛㎜疋一 一 一倉、勾配φ’一 一 一25度787円弧すべり銅ノ｛ツクウエツジほ＝引臓瓢励冒師“か アンカー脈脆7｝ 幽㎜疋㎝ 一 ㎝地鷹碕の弓懸り強度は齢的に対して1。柵龍陶の方法の応屑触＝贈手甑フローチャートを示す⑭δに弓櫨抜けの検討の魔擁角δに滑動の検討の牒擦角Co即aratlveStudiesofPro勲osedDesigΩ阿et血odofGeotextHeReinforcedSteepEmb繍k旧entFUKUDA．N．，TAKA臥Slll、Y．、0忌ITA蝦，J、，0巨UC田．擁．，麗IS田胡URA、」．，KINOS艮ITA、E．，YOSEIZAWA、図、 一一5一 （B）その設計・施■のみのために闘発・応期されたもので、その概念は一般的に他の設計に応周可能であ るが、その汎痢性に欠けるもの。 この観点により、現在提案されている設計方法を調査整理して年代順に列挙したものが表一1である。これらはまた、その類似牲および派生的研究に主眼を置き整理すると以下のようである． ①Jewe11らの方法（Bo凪跨rteら，Scぬmertma隙ら，ya馳anou面1ら＞，②擁駐rayの方法（Schneider〉 ③Leshc頃nskyの方法，④Jonesらの方法，⑤広田らの方法（松本ら），⑥hgoldの方法， ⑦Rueggerの方法 3． 梅雪こ ゆ》轟 ・P 象（1〉計算条件二2で示した各種設謙法のうち、JeweIIらD H＝7．5凱γ聯1、8tf／鴎3（Two−part貿edge〉，Schmert田＆瀬ら2，（τ騨o−partwedge〉，補強材設計強度TD篇2．2tf／円Ruegger3レ（円弧すべり〉，Les漉hinsky4図対数ら線）および（S衆一55）簸直補強土擁壁に対するJo駐esslの方法をのり面を傾斜させφ罷20，25，39。て応用したもの（直線すべりく修正Jonesと呼ぷこととする＞〉 β・45・（1：王〉の5者について、図一1に示す条件を例に比較検討する． β・630（三：0・5） β耳78。（1：0．2〉 なお、β・7創，φ・30。については、実例と対比するため 設討条件にTP瀟3．2tf／m（SR2〉のケースも追加した。 図一1（2）必要敷設長： 表一2に上記検討条件に対する5設計手法による必要敷設長L蝋駐の比較をした．ただし、安全率の考え方はそれぞれ異なっている。 手法Sch皿er舳翻nおよび修IEJo“esにおいて盛土天端部およぴ φの大きい場舎これらグ）両手底部における敷設長が異なる結果が得られる。また結果にばらつきがあるが、法が短めの値を与える傾向にある。 表一2 各種設計法における必要敷設長L，m玉nの比較β（。〉内部縁燃角φ︵のり勾配り〉必要敷設長 し組in（醗〉Jeweli（Two−P＆rtwe㎏e〉45（111）63（ヱニo、5〉3025205．47．59．6LT鷹2．9，LB需3．330255．06．38．2し丁儒3、9，しB儒3、92（）78（三：0．2）RueggerSchmert照舩ぐぎwo−partwe㎏e〉3025204．85．47．2（円弧すべり〉Lτ瑠4．2，しB躊5．7し丁雛6．0，L，B皿8，4し，丁牒5，3，L8騙5．4L，丁嬬6、8，LB罵7．2し、丁認4。2，L，3皿4．2LT篇5。1，LB属5、1し丁畿6．2，しB嵩6．2￡，es卜chinsky修正Joaes（対数ら線）（直線すべり）6．59．0し，㍗2、4，LB篇 9、9し丁嵩3．2，LB四工0，76．68．1しマ障4。工，し，B躍 7，8LT需4、4，LB聯U，7し丁篇3，工，恥躍 6．9LT笛5，3，しB瓢 9．三L，丁騙4，4，LB篇 5．95．37．6（3）土圧係数K，抗土圧合力Treq，最小敷設層数N頗“LT濡5、3，しB篇 6、8￡、舞6。5，L，き編 8、O3．24．87．O4．05．78．44．6 6．710．3凡例○「4 表一3に5手法によるK，Treq及びNm沁の比較を行い、翰JeweU ム修正Jones図一2にはのり勾配による土圧係数の変化を示した．各手OSC㎞Bertmann 嶋Q3法の土圧係数Kはのり勾配によって傾向の差があるが、のり勾配の大きいケースではRuegger＞Jewe11，Schmertma賊＞修正Jones，Leshchinskyとなることカ》ら、 Treq及びNmhもこの傾向となる。ここでN而nは最大敷設層数であり、慣例的に絹いられている敷設間隔Vl（≦遵，0組〉より大き霊欝鮮 讐づ◎寓 Q2転攣蝸 O．1い間隔を与えるケースがある．一方、Je肥11およびSch鵬rt偲annの方法において最大敷設間隔（V雛ax）を○401．Omとしたときの敷設層数Nを承したものであり、βが小さいほどまたφが大きいほどNとN頗駐の差が大きくなっ5Q 60 70 80 グ）り勾配（。〉図一2各種設計法における設計土圧係数の比較（φ罵30。の場合〉ている。一6一 表一3 各種設計法における土圧係数K，抗土圧合力Treq脚，最小敷設層数N田in遡の比較のり勾配β（。）φ（。）45（1＝1〉輪篇2．2〉JeweU内部摩擦角30K TreqNmln0．077 3．90 3K TreqNmin0．0％ 4、86 4（8〉囲（8〉注5｝250、150 7．59 50，1658，355（8〉200．267玉3．528（8〉0，265玉3，428（1＝o．5〉300．190 9，62 6252078（130，2）0．277i4，02830（8）0、27313．82 8（10〉（10〉0．38519，49 100．37719．09 10（14）（14）0．28014．18 80。27714．02 8（10）250．37318．88 102030（10）0．35θ17、72 10（12）（13）0．47624，10 120，44222．38 12（16〉（17〉ぐTD魂．2〉＜TD凝3．2〉0．192 9．72 6（9〉ぐTD鼠2，2〉0，28014．18 6修正JonesK TreqNmin K TreqN田in0．15 7．59 5Leshchinsky注4｝K TreqNm三nG、040 2．04 2G．玉2 6。08 40、076 3．87 30．17 8．615一 一 ㎜0．1926，5543，24 玉2，玉5 70．24 12．15 70．1316，65 40，16 8，10 50．1849．3玉60．21 10，63 60．25012．67 70．28 14．18 80。23011，63 70。23 11．6470．292三4．8080．28 14．王8 80．367玉8．59 100．35 17．71 100．230玉1．63 50．23 11．645（0．H5〉（5。82）（4）0，22 1i，王4 7（0，16ウ〉（8．56）（5）（10）（！9〉63Ruegger闘Sch鐵er鞠ann0，27714，026（8）（8）〈0、185）（9、37〉（6〉0．31 15．69 9（0．238）（12．86〉（7）皿 一 一附0．33 16．71 9（0．254〉（玉2．86）（7〉0．41 2§．76 王1（0。315）（15，95）（9）一 ｝ 一0、33 16．71 7（0．254〉（12、86）（6〉淀3）Rueggerのチャートは安全率1．3となっているので （）内はこれ，を1。0としたケース注1〉Treq篇1／2Kγ92（tf／1甦） 濾2）N顧n淵Tr・eq／TD十1。 （7＝L8tf／m3，壬券7．5田〉 （＊：底面敷設分）き主4〉N頗nは棚螢材弓1張力を等しいとした壽十算より算出漣5）最大敷設闇隔Vim沁姦工，舳とした場合の必要敷設層数 4，”妻讐摩“の 表一4は・H鷲7・5厨・β；78。・φ嵩30。・γ＝L8tf／m3のケースについて盛土の天端からねiの深さにおいて間隔Viで敷設された補強材に発生する引張力Tavai1とこれに対して補強材のスティフネス」を70tf／組（一定：ジオグリッドを想定〉とした場合の換算ひずみεの値を比較したものである。すなわち、Tavai1とεは次式で承すことができる。 Tavail讐KγhlVl ………（1〉 ε 漏 Tavai1／J ”・…り・・（2〉 5，0ハ ポリマーグリ・ソド 同表より、 Tavai1はKが大きいほど大きい値を示 一導 一一 Q q3 ひずみ分布す。しかし、実例（Yamanouchiら，19866｝）を参考として／4，0校 ○，1『葱α3V主瓢LOmとした場合、ヲξ端からhi≧…4，5∼5．5田で’言3．oTaval1が設計強度TP；3，2tf／皿より大きくなることが05影分かり、Viを小さくするかTDの大きなものを用いる嬢鎚かにする必要がある。一方、換算ひずみは全てのケースでm≧L5∼2，5mでε≧1．脳となるが、実際のシラ辺スによる補強盛土では図一3に承すごとく血i謬1。5∼ll＝7m盛土時O．10』墨 ’ 轄幡、一』 『一一一一一噂魎3マ鴎涛4磁時Q26、Omに対して実測ひずみが0，15∼D、5脳と小さい値と0 1 2 3 4なっている。このことより、盛土材の設計土質定数や のり面からの距離（m〉スティフネスの再評価を行なう必要があるが、設計条件あるいは設計手法がかなり安全側となっていること図一3を示唆するものといえる。実際のシラスによる補強盛土のジオグリッ罫内ひずみ分布ω一7一 表一4 β＝780，φ二300，γd，8tf／聡3，Vl刈．Omのときの各補強材に生じる 張力TavaUと換算ひずみε茨端からのJewell深さ（Kコ0．280）員i（m）0．51．52．53．54．55．56．5（7．5〉Schmer軸a冊RueggerLeshchi昆sky修証JoΩes（K聯0，277〉（K＝0，33〉（K罵0．230〉（Kニ0．230〉Tavai1 εTavai1 εTavai1 εTavail ε（tf／田〉 （％）（tf／皿） （％〉（tfノの （％〉（tf／田） （％）0，252 0．360．756 1．081．260 1，801，764 2．522．268 3．242．772 3，963。276 4．683．780 5、400，249 0．360，748 1．071，247 1．781、745 2．492，244 3．212，742 3．923，24王 4．633，740 5，340、297 0．420．207 0，300，89玉 1．27e，62王 0．891、485 2．122、079 2．972．673 3．823．267 4，673．861 5．524．455 6．361，035 1，481．449 2．071．863 2、662、277 3。252．69王 3，843，105 4。44Tava藍1 ε（tf／m） （慧〉0．207 0．300．621 0．89LO35 1，48L449 2，071，863 2．662．277 3．252．691 3．843．io5 4，44＊Tavai｝繍KγhiV玉 ε瓢Tavai正／J ×王00 （γ＝1．8tf／m3，Vi畦、0冊〉 （」：スティフネス舜Otf海） 本報は、各種設計法の違いによる設計結果の差異について比較検討したものである。今後我が国なりの設計法を確立するために解決すべき課題として以下の事項が挙げられる．（1）設讃土質条件のとり方（c，φのとり方：通常φ材としてのチャートとなっている。）（2〉土と補強材との相互作罵の考え方（引き抜け，滑動時の摩擦懸抗力の考え方）（3〉補強柑の設計強度のとり方（4）敷設仕様の決定法についての検討（V油a㍗L舳でよいか？，滑動や引き抜けで検討する際の安全率の とり方？etc）（5）土蕨係数のとり方（すべり面形状を土のように仮定するか）（6〉地震時の検討（地震力のとり方，補強材の設計強度の割増し〉（ア〉以上について実際の盛土との対比によって設計手法を再評価する。これらにっいて最終的には設計法を提案することを闇的として検討を進める予定である。 以上の検討は、山内豊聡教授を代袋とするジオグリッド研究会の成果の一部である。関係者に謝意を表します。〈参考文献＞1〉Jewe11，R．A．etal．；Design詞etぬodforSteepReinforcedE曲a舷ment，Proc．Conf，Poly皿erGrid Rinforcement，p、7G−81，LoBdon，March，19842〉Sch皿ertmann，G．R．etal．IDesignChartsforGeogrid−ReinforsedSoi1Slopes，Geosynt紅eticp87Conf。 ，pp，iO8−120，Ne曽Orleans，1987，3〉Ruegger，R．：GeotextileReinforcedSoi1Structureon臨c巨VegitationcanbeEstablished，Proc． 3rd Int，Conf．Geotextiles，PP，453−458，V玉enna，1q86，4〉Les姦chi癖sky，D。et al．：St＆bility of 阿e厨braΩe Reinforced S三〇pes，Jour．Geotec跣、Eagrg，，ASCE，VoL1玉1， 評o・11，Nov．，ig85．5〉Jones，C，J．F，P．：Desig昌anαConstruct圭o勘謎ethods，Proc．Conf，ゑ01y皿erGridRei窺force国ent，Paper No，6．1，pp．醒o．1（8）、No．8（8〉，Loadon，団arch，1984，6）Ya田ano鷲chi，T．et a1．：Design and γechoiques of Steep Reinforced E船bankments w議t醜out Edge SupPort｝ngs，3rd lnt．Conf．GeotextΣ三es，PP，王99−204，V量enna，1986．一8一
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- タイトル
- 単純せん断における格子状補強材の拘束効果について
- 著者
- 吉本淳・落合英俊・林重徳・荻迫栄治
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 9〜12
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30050
- 内容
- 第24圓土質工学研究発表会E−6（東 京） 平成元年6月3単純せん断における格子状補強材の拘策効果について 九州大学大学院（現・住宅・都市整備公団） 学O吉本 淳 九州大学工学部 正 落舎英俊 陶 正 林 重徳 清水建設（株〉 正 荻迫栄治1．まえがき 地盤内に補強材を醍置して土塊の安定性；を，向上させる“補強土工法”において・合理的な設計を行なうためには、その補強メカニズムを明らかにしなければならない。本研究室では、中型の立方供試体を用いた単純せん断試験装置を使って、補強材の種類、補強材配置角度などがせん断強度に及ぽす影響を明らかにしてきた。i） これらの実験の中で、補強材を3列以上の複数列に配置した場合、両外側の補強材によって内部の土が効果的に拘束され、内側の補強材はさらに大きな補強効果を発揮したこと（以後、この効果を“拘葉効果”と呼ぶことにする。〉を示唆する結果が得られた。この拘束効果発現のメカぶズムを明らかにずることは、補強樗の敷設闘隔を決める上でも大変重要であると考える。 本報告では、まず、補強土効果について、土と補強樗の単位系としての段階、複数に配置された土塊の段階、さらに構造物の段階に区別して、その概念を述べるとともに、上述の“拘束効果”の位罎を明らかにずる。ついで、この拘束効果が著しいと考えられる格子状材料を配置した補強土供試体の単純せん断試験を行ない、補強桝に発生する軸力等から、拘束効果の発生機構について考察する。2．補強土効果について 一般に、土と個々の補強材を1つの単位系とした場合の補強土効果については、従来より土と補強材の相互作用による効果として捉えられてきた。しかし・別途報告2）しているように、土中の補強材が引抜き力や慧ん断力を曼け変位を生Uると、見かけの拘束庇と異なる応力が補強材の周囲に発生し、これが補強土効果に大きく影響することを明らかにした。つぎに・複数の補強材を配羅した土塊では、本論文で報告するように岡外側の補強材によって拘束された内側の土と補強材には、単泣系で見られる拘束圧以上の応力が発生するようである。すなわち、複数の補強樗を配置した土塊における補強土効果は、単位系の単なる重ねあわせとはならず、土塊に配置された各系相互の影響が加味されなければならない。さらに、実際の補強土構造物においては、この土塊としての補強土効果とともに・対象物の特性や機能・用途等によって別の補強効果が追加され、総体としての補強土効果が発揮されると考えられる。 σ。肚略段階における融鋤果の概念を簡単な関数形で表現すると次 鮪⊥のようここなる。 単位系としての補強土効果（Ru）は、次式で表わす。 Ru篇f （正，D） （1） ここで、1は土と補強材の相互作用による効果で、見かけの拘東圧と対応する。Dは補強材の周囲に発生する応力変化に起因する効果であり・土のダイレイタンシー特性と密接に関連することから・ダイレイタンシー効果と呼ぶことここする。 また、複数の単位系を含む土塊としての補強土効果（R麗）は、次式で裟わす。 恥5inθL 一一“領R ↑ α、 RM＝9（Σh，ΣβiDゆ （2）図一王補強土効果説明モデル ここで、I iおよびD真は、単位系としての相互作用効果およびダイレイRestrai劉t瞭ectofGrid−Typeof衆einforcing軽ateザialsonSimpteSheaぐTests；A・VOS田瞥OTO争齢。OCHiAl，S。HAVAS縦（FaculもyofEn8ineeriag，KyusわuUniverslty〉andε．OGISAKO（Shlmi2じCorporation）一9一 タンシー効果であり、β1はそれそ”れの系の影響（換書すると“拘束効果”〉を袋わす係数である。 さらに、補強土構造物としての補強土効果（Rs〉は、次式で裏現する。 Rs需9（Σh，ΣβIDi〉＋h（x〉 （3） ここで、xは構造物の機能や用途に関するバラメーターである。3、補強土効果説明モデル 補強土効果において、補強材に発生する軸力特に覗張りカの役割は、大変重要である。これは、ジオデキスタイルを爾いた補強土工法はもちろんのこと、その他のほとんどの補強土工法が・引張り補強土工に分類されることを考えれば明らかであろう。したがって、土中にある補強柑に発生する引張姶力が、その土塊の補強土効果としてどれくらい寄与しているかを定量的に評価する方法を確立しなけれぱならない。そこで、補強材に発生する引張り力が、補強土効果（せん断強度の増加として）においてどのような役割を果たすかを、jewel iらが提案した補強ズカニズムのモデル3〉を単純せん断試験結果に対応させて検討する。 （図一薫） 前項の考え方ここ墓づくと、補強材を醜置しだ土塊としての供試体のせん断強度（τR）は、一定上載圧σ。の嘱h羅・ニニ丼もとで、次式で表わされる。 打 ΣP尺邑・siaθ匪 ΣPR処・COSθ1 τR＝τo＋ ＋ ・ta舞φ （4）ltliげ As Asモーメン1ここで、τoは無補強状態のせん断強度、PRl（PRl＝βユPRO、P只oは単軸力位系としての補強材に発生する引張り力で・β，は拘束効果係数である。）は 90植力 騨それぞれの補強材に発生した引張り力、Asはせん断面の面積、θ1はそれ 一…畢ぞれの補強材の鉛直方向からせん断方向へなす角度である。右辺の第二項軸ノ」と第三項の和が補強桝を配置したことによるせん断強度の増加分であり・第二項は捕強桝に生じた引張りカのせん断方向の分力によるせん断抵抗を 一 lm朗承し・第三項が引張吟補強土の本質とも言うことができるものである。す図＿2実験に屠いた格子状補強材なわち、補強材に発生する引張り力の鉛直成分が、供試体に外から加えら （ひずみゲージ貼｛寸位置）れた見かけの上載圧σ。に追舶する内的上載圧』σ，（＝ΣPRl。cosθ1／As〉を σh 墨 ←2・・引（剛4 補強窄オおよび実験方法 図一3補琴蛋ホオ配置図 補強桝は、隠径3m田のリン青銅丸棒を図一2のような格子状（縦18cm×横玉6cm）に溶接したものを用い、リン青銅丸棒の衰面は・ア 1、o O 袖弛荘オ3垂文ラルダイト（エポキシ系接着剤〉で砂を付著させた（鷹径4mm〉。また、補強材にはひずみゲージを貼り、軸力および曲げモーメントを測定した。 O 凶 o oo ◇補強材1枚 oo四 〇，8E 00 ⑧無補強 慕灘診α6蔓 供試体は、せん断箱内（200×200×2001禰〉に格子状補強材を3枚（國一3）あるいは中央に1枚のみ配置し、気乾状態の豊浦標準砂を多重ふるいを用いた空中落下法により、平均相対密度Dr瑠2％、40％の 04ド Dr富40％ 0．2 睡 （σn菖0、75駄呂flc辮2〉 0 5 10 152通りζこ作成した。 実験は、駈定の鉛直応力（σ。）を載荷した後、変位制御法（1mm／mi“．〉によりせん断を行なった。ま ア （％1 図一4補強土の単純せん断試験結果一10∼ た、 補強季オを3枚配麗1した場合の配置閤隔 ＿＿ でF o 母 ？ 一＿＿一 〇 ＿は5cmで、融材の腿触醐莇般胆①1 亀 1。①麟 i o② iした．なお、実験難曙纏ついて繭1・②l i I △③ l I△③ 1報4）を参熊されたい。 I I I l i i玉）せん噺応力・ひずみ関係：図一4は、 i I i i l Dr謂82％l l Dr＝40％1σ。謁．75k8f／cmεにおける補強土供試体の l l Lア讐15％1 Lγ蕊15％誰単純せん断試験結果のせん断簿力・ひずみ5康験蘇および考察 l lの関係を承したものである。ここで、せん図一5補強材に発生した軸力分布（補強材3枚，σ。＝0。75kg秤cm2）断ひずみγは供試体高さに対する水平変位蕪撫簿蕪蕪騎乙鼠．囎隣鞠が、せん断が進行するにつれて大きくなっ i i l l l i l i ＼ l I I 1ているのがわかる。Dr＝8銚の密な場合にお t l i i l i l l I l i lいてはr5耀戯過ぎると・補弓鮒を31Dr皿82鑑l l l Dr＝40㌻慧l I枚腿し醐合と1枚醒し醐合とで1まLア＝15％l I L師％I lせん断応力の増加に顕著な差違が現われる。 図一6補強材に発生した軸力分布（補強材3枚の繭外側と7襯1銚においては、無補強供試体のτo＝ 補強材1枚の比較，σn冨0．75k8f／c劇2）0．64kgf／cm2に対して、せん断応力の増加は1枚の場合で」τ驚0．02kgf／c織2とわずかで ゆ齢驚讐篇躍鋸1辮。濃騰予：驚iにおいては・τ・諭・34k8f／c凱21こ対して・1！ l u i l』1枚の場舎で」τ＝0・05醜f／cm2・3枚の場合 I I l i l l I l i Iで∠τ＝0．難kgf／cm2となり、両者には密な l l l I I場合ほどの差は見られない・ 礪1整i 旧瞭12）補強耕に発生した軸力分布による拘束 L一 し＿効果ついての考察： 図一5は、併＝82駕の 図一7補強材に発生した軸力分布（補強材3枚の中央と密な場合とDr唄0％の緩い場合について格子 補強材1枚の比較，σ，二〇．75k8f／cm2〉状補強材を3枚配置した場合のそれぞれの補強材に発生した軸力分布をせん断ひずみγ擁5％において比較したものである。ここで、黒塗りの値は実測値を中心から折り返した1直であり、供試体の外形を示ず実線は、γ組5％における変形状態を表わす。Dr＝82％の場合・繭側に補強材がある②の補強材には・外側の補強材①および③に比べ、かなり大きな弓1張り力が発生している。これは・両側の補強材によって②の補強材のまオ）りの土がより効果的に拘束されているためであると考えられる。また、①と③の補強材ここ発生する軸力についても差違が見られるが、これは、供試体上面が図に示す変形をするためであると考えられる。つまり、供試体上面が膨張する③の補強桝の弓i張り力の方が、供試体上面が収縮する①の補強材の引張り力に比べ、幾分大きいのである。一方、Dr魂0％の場合は、逆に若干ではあるが、③の補強材の引張り力が②より大きくなっており、外側の補強材の拘束による効果は現われていない。 図一6は、Dr紹2％・4醍の場合について、補強材を3枚配縫した場舎の岡外側の補強材①、③と補強材を1枚配置した場合の補強材の軸力分布を、せん断ひずみγ頃銚において比較したものである。これによると、Dr＝82％の密な場合において・補強材を3枚配置した場合の両外側の補強材①、◎の引張り力は、補強樗を玉 一11一 本文配羅した場合の単｛立 1・2 05補強樗3枚○灘・則流系としての補強樗の引＿ π吾11強排3枚○溺則直 四 E 災梱照 ゆ ヱ補強材三枚補強材1孜ヨ長助とほとんど差が量宝o 急04㊥実灘直必、認6偽、ほ鯛じようなドα6 ド見られない。また、DボきQ8 ）◇譜繭◇灘臨 q3⇔実濃il焦φ難購組眺の緩い場合につい Q2｛頃向が晃られる。 04Dr皿82％ 図一7は、Pr＝82％、 0漂2 02Dr冨40％40駕の場合について、1σn瓢075k呂f／c国2）‘σn≠075kgf／こm2〉10補強材を3樋鷹した 0 5 闇。 15 0 5 1・ 嘩5喋5場合の中央②の補強材 γ（％》 ア （％）と補強材を1枚配置し 図一8計算榎と実測榎の比較 図一9計算値と実測櫨の比較た場合の補強材の軸力 （密な場合，応力・ひずみ関係） （緩い場合・応力・ひずみ開係〉分布を、せん断ひずみγ刈5％において比較したものである。併＝82％の場舎、3枚の補強材を配置した場合の中央②の補強桝の弓1張り力の方が1枚の補強材に発生する弓i張り力に比べ、かなり大きいが、Dr＝40％の場合においては、両者にはほとんど違いが見られない。これは、霧な場合において、雨側の補強材による拘束効果が補強材の引張り力に顕著に現われたためであると考えられる。以上のことより、繭側の補強材による拘索効果は、土の密度、特にダイレイタンシーに大きく影響されるものと考えられる。3）計算値と実測値の比較： 次に、格子状補強材を酎置した補強土供試体の単純せん断試験結果から得られたせん断応力・ひずみ曲線と、実測したそれぞれの補強材の引張り力を用いて（4〉式によって計算されるせん断応力・ひずみ曲線を比較したのが、図一8、9である。ここで、θ1はせん噺変形によって変化し、φも各ひずみ段階におけるせん断抵抗角・つまりφm。b．とした。これによると、密度に閲わらず・格子状補強材を3枚あるいは1枚醜置した場合とも・計算結果のせん断応力が実測値のせん断跡力に比べ・若干大きくなっている。これは、次のような原因のためであると考えられる。供試体の内部では、補強材3枚間の相互の影響だけでなく、1枚の補強材の内の縦リブ問の相互の影響も起こっても・るため、軸力を測定した縦リブと外側の縦リブの軸力は異なり、外側から拘束を受けるだけ、内側の縦リブの軸力は大きくなるものと考えられる。また、この傾向は補強材3枚間の相互の影響と岡様、密な場合σ）方が緩い場合に此べ、より顕著であると考えられる。しかし、これを定量的に決めることが難しいため、今園は測定した軸力を単純に縦リブの塞数倍したため、計算値のせん断応力の方が大きくなったものと考えられる。この点を考慮すると、計算値と実測憧の一致はそれほど悪くなく、本試験のように補強材に曲げモーメントが働かないような一様なひずみ場の場合、せん断応力の増加としての補強土効果は補強材の引張り力のみによってもたらざれていると評価してもよいようである。6，まとめ 一様なひずみ場においては、せん断応力の増加としての補強土効果は補強材の引張り力のみによってもたらされていると評価してもよい。また、一様なひずみ場に複数の格子状補強材を配置することによって発生すると毒えられる拘束効果は、土の密度、特にダィレイタンシーの正・賃に大きく影響され、ダイレイダンシーが正の密な場合において拘束効果は大きくなる。参考文献 茎）例えぱ、肱yashi，S．et ai（1988）：Functio口s and Effects of Reinforci降g Naterials inEarth Relnforce構enも， 1》roc． Sy剛β。 on Theory and Practice of εartわ Rein磐orcemenも，Fukuoka，PP。99−1042）荻遽ら：土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性，第24回土質工学研究発裟会講演概要集（投稿中〉，3〉Jewe日，衆。A。andWroth，C，P．（1987〉：DirectShearTes乞onRein撤cedSand，Geotechnique37，No。14〉落合ら（！987）：単純せん断による棒状補強材の効果に関する研究・第22回土質工学研究発表会講演概要纂一12一
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- タイトル
- 土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性
- 著者
- 荻迫栄治・落合英俊・林重徳
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 13〜16
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30051
- 内容
- 第24回土質工，学研究発表会（東 京〉 平成元年6月4K−14土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性 清水建設（株）（九州大学研究員） 正 O荻迫栄治 九州大学 工学部 正 落合英俊 九州大学 工学部 正 林 重徳1．まえがき ジオグリッドで補強された土構造物の設計な行う場合、土とジオグリッドの根互作爾としての引抜き抵抗特性を十分に把握しておくことが必要である。また、ジオグリッドのような格子状の補強柑を面状に敷設する場合、単に土と補強材との摩擦抵抗のみでなく、土を拘束することによる補強効果も発揮されると考えられ、それらを含めた形で引抜き抵抗特性を明らカ）ここする泌・要がある。 著者らは、これまでに引抜き試験の結果を詳細に考察し、ジオグリッドが土中で引き抜かれる際、ジオグリッドのひずみ状態およびジオグリッドに発生する引抜き抵抗力の分布は一様でないことを明らかにしたD。そして、このような引抜き抵抗の挙動をモデル化した解析・設計法をずでに開発・提案している2卜5）。しかし、一方、構造物の種類や設計のレベルによっては、従来の極隈つり合い法による簡便な設計法でも荷効かつ十分な場合もある。本研究は、前述の引抜き抵抗力のメカニズムを踏まえつつ、極限つり合い法への適絹を念頭において引抜き試験結果を検討し、土とジオグリッ1くの要素としてのせん断抵抗特性や拘束効果について考察したものである。2．補強土効果について 土中に補強桝を敷設，挿入することによって発揮される補強土効果を次の3つの場合に分けて評髄する。 （1〉土と個々の補強材から成る単位系における効果l Ru （2）単位系の集合体としての補強土塊における効果：Rh （3）補強土構造物における効果：Rs 単位系における補強土効果は、従来、土と補強桝の相互作用による効果として評価されてきた。しかし・補強材が土中でせん断力や引抜き力を受けると、補強材の周囲には土のダイレイタンシー特性に起因して、単位系に与えられている拘束応力とは異なる大きさの応力が発生するので、この拘束応力の変化によって発揮される効果も考癒する必要がある。したがって、単位系における補強土効果Ruは次のように表ざれる。 Ru＝f（1，D） （1）ここに、王は拘束応力の変化を伴わない場合における土と補強材の相互作屠効果（lnte俄ction肝fect，卜効果），Dは拘束応力の変化による効果（ダイレイタンシー効果（D目atancyεfrect，D一効果〉と呼ぶ）である。 一方、複数の補強材が用いられる場合、ある補強材の周囲に発生する拘束応力の変化はまわりの補強材の影響を愛けるω。したがって、単位系の纂合体である補強土塊としての補強土効果は、単位系の単なる重ね合わせとしてではなく、それぞれの系の相互の影響を考隙した形で評価されるべきであり、次式で装される。 RN竃＝9（Σ：li， Σ：βID、） （2）ここで、Σ1β，Diは、ある補強栂がその周囲の補強材によって拘束されていることによる効果を表しており、拘束効果（Restraint Effect）と呼ぶ。また、この意味で係数βiを拘束効果係数と呼ぶ。 さらに、補強土構造物においては、たとえは、補強土擁壁にお妙る壁面材の効果・補強土基礎地盤における補強材の押え盛土的効果などのように、構造物の尾途や機能に応じて発揮される効果があり・次式で表される。 貧s＝RN＋h（x〉 （3）ここに、xは構造物の周途や機能に関するバラメータである。 本礒究では、上述した補強土効果のうちの（D単位系における補強土効果について、特にダイレイタンシー効果に重点髪置いて試験結果に基づいて検討を行ったものである。ProperもiesofP疑ll−Ou七ReslstanceofGeogrldinSo目；EijlOGISAKO（Shi目lizuCorporatio籍），旺idetoshiOCHIAlandShi8enori罐AyASHKKy麺shuUniversity）一13一 鋤503． 試験装置および方享去 使馬した引抜き試験装麗を鑓一1に承す。試験土槽は長さ50c馬幅30c欄，高さ20cmで上下二槽に分離することがで ダイヤルゲージヨ懸きる。上載荷重はラバーメンブレンを介して空気圧によって負蔚し、スクリュージャッキを用いて1mm／面nの一定速度でジオグリッドを引き抜くこととした。土中のジオグリッ麺トの変位はジオグリットの節点に取り付けたステンレスワフ ノラバーズンフレンステンレスワイヤー ステンレス1》ガケ・班ゴoo一ージここ接続して測定した。弓1抜きブ］はほ一ドセルによってo桝イヤーを頁ちゅう管を通して土槽外に引き出しダイヤルゲ聴手』1測定し、また、土槽の底面に土圧計を設置することにより、土圧計 （単位：cm）土槽内の鉛薩応力を測定することとした。 試験に胴いた補強ホオは一軸延伸グリッド（S時2〉および二図一！試験装遷軸延伸グリッド（SS−2）で、試料土としては気乾状態の豊浦標準砂（G5＝2．64，Uc＝1，7，D5B紛．18mm）を屠い、多重ふるいを尾いた空中落下法により、相対密度1），を8幌と37器の二種類に変えて試験を行った。また、補強材の敷設幅Bはそれぞれ玉5c臨（SR−2）およびi4C階（SS−2〉とし、上載圧は各条件に対して4∼5段階に変えて行った。4，試験結果および考察（1〉引き抜きせん断応力と補強材変位の関係変Ur位 典型的な引抜き試験の結果を模式的に示すと図一2のようになる。ジオグリッドの一端に引抜きカFTを作用させたとき、ジオグリッドは伸びながら引き抜かれるためにジオグリットの節点変位は下に凸の曲線（a〉となる。このとき、ジオグリットに発生する張力は、ひずみの状態に応じUoて後方部から前方部へ向けて大きくなるが、変位の進行にと1もなって、先端変位の大きい先頭部の張力が極限状態から残留状態へ移行していくため、緩端（a〉変位分砺張力分布は一般に図（b〉の実線で示すように逆S字の変曲点を持つ曲線となる。この張力の分布曲線における任意の位置での接線勾配がその位置張力恥においてジオグリッドに発生するせん断応力を裟しており、したがって1 ＼せん断応力の分布は図（c）の実線で示すように上に凸の曲線となる。ここドで、張力分布を示す曲線（b）を一点鎖線のような直線で近似すれぱ、ジオ1 一＼グリッドに発生するせん断応力は図（c）の一点鎖線で示すように、直線でFR ！一一一一一一一一一一一一；近似した範囲において一様な分布となる。したがって、その場合のせん先端断応力は、直線近似した範瞬の張力差をその範囲のジオグリッド両面の後端（b）弓長力分布面積で除することにより次式で計算することができる。 τ＝昼 2BL芋（4〉ぜ I I …一一 Iん擬応力 ここで、 FT：引抜きカ FR：直線近似した部分より後方で負荷される張力 B：補強材の敷設幅， LT：せん断応力算定長 l いま、補強材が破断せず補強材の全長Lにわたって引き抜かれる状態を考え、 近似的ここLマ≒L， F R舞0とおけば、 （4〉式は∼欠のように表され先端後端（c）せん断応力分布る。 τ罵⊥ （5〉 2BL一14一図一2引抜き試験結果の模式麹 0、6 σn。纏．9㎏r！c配20、6 p口．爵・Q・諭ロロー珈 引 抜 ぎ 04 ロロ σnO貫O せ 畠 勇 ひロロニピ ビずたが ／・一・・努罵ロ0口 引 抜 き 04 せ 為轟為ムム麟ム鱒。△齢△亀⑭ム＾⑭Aム ん 斯 αnO＝0。5k8∫！c団∼ 応 力 ／ 0、2 ψ。・・…。。0。。σ00000ρ00ρ0。。σ。。。。0。5㎏f！㎝24！酔 穏1ニニ τ 0『2■薪・・・・・・………論・・・・・…。（kgf！c日2〉（kgf！cが）002憲030123変位 u（c醒）変位 u（㎝）図一3引抜きせん駈応力と変位の関係（SR−2，Dr・電0％）図一4弓1抜きせん断応力と変位の関係（S衆一2，Dr霜7器） 次に、補強材の先端と後端の節点変位斯とu。を σn魯翻LOk呂f！c㎡2 ／ ロ．．。・・窃・。 ㎜ロロ㎜㎝用いて・補強材の平均的な変位を次式で定義すれば、変位uは土と補強材の要繁としての相対変泣とみなずこ』とができる。08鉛 u瓢正／2（Uf＋u。〉 （6〉直応力 σ降o；05匙8f！c風2 ／06 、〆，e∋∋餓醗f贈肥鷺鴬1、、、、 図一3および4は、（5）式による引抜きせん断応力τと（6）式による変位uの関係を補強材S R−2，砂の相対密度D，認0％および37％の場合についてそれぞ幽』邑評旦q帆一、0（綿f／C霞2） 04σnドα2k＆f／cパ／れ承したものである。両図ともτ∼Uの関係は双曲0、線状を承しており、砂のせん断試験における癒力∼0ひずみ曲線に類似している。03（2）鉛直応力と補強材変位の闘係変位 u（cの 試験土槽の底面に設置した土圧計の測定値から土図一5鉛直応力と変位の関係（S民一2，Dr＝80％〉槽内に発生する鉛直応力の平均値σ，を次式で定義する。三、5 σn瓢（Σσ酬Al）／（￡Al） （7〉、3 ここで、 σ。1：正番霞の土圧計の測定値㌔ Al：i番目の土圧計の分担面積鉛置応力 図一5は、上式で求めた鉛直応力σ，と（6〉式による補強材の変位uとの関係を補強材SR・2，砂の相対密度D汗80％の場合について承したものである。鉛直応力は初期の変位段階で一時的に減少し、上載圧㌔・・・・…＿．。＿。。溜1轄訴歪 まo．9（㎏f〆㎝窪） σ鳩二LOkgf！c口∼軌 △4A凸＾凸。△為△4為4乙 0、7σ面よりも小さくなるが、その後変位の増加ととも05 σ“魯講0．5kgf！c〆。。。。o。。o。。。。。。。。。・・・・…誘。．．．．．．に増大し、ある変位以上になると上載圧よりも大きくなる。この傾向は、密な砂の携水せん断試験にお0、3 0 1 2 3ける体積ひずみ∼軸ひずみの関係、あるいは罪癖水 変位 u（c廃）せん断試験における平均有効主応力∼軸ひずみの関躍一6鉛直応力と変位の関係（諏一2，Dr＝37紛係に類似しており、土のダイレイタンシーによる影響を表しているものと考えられる。すなわち、密な砂中でジオグリッドが引き抜かれると蕉のダイレイタンシーが生じ体積が膨張しようとするが・ジオグリッドがその体積膨張を拘束するため土槽内の鉛直応力が増撫すると解釈することができる。 一方、図一6は、補強材S R−2，砂の相対密度D，337竃の場合の鉛直応力σ，と変位uの関係を示したもの一i5一 である。鉛直応力は変位の増加にともなって次第に② ①0、8減少しており、全変位レベルで上載圧よりも小さくなっている。この傾向は緩い砂の携水せん翫試験における体積ひずみ∼軸ひずみの関係、あるいは霧排水せん断試験における平均有効主応力∼軸ひずみの関係に類似しており、負のダイレイタンシーによる鉛直応力の減少を褒現しているとみることができる。 A3 抜 き ぜ ん 断 04 応 力 ヤじりり ＄∼ Aoぞi〆、… 7 0・9（kgf！cm2）蔀 △0ずなオ）ち、図一5，6に示ざれるような鉛直応力の2000、20505 鉛鷹応力 砺（k器f／cm2〉変化はジオグリッドが土を拘粟しているために引き起こされる効果であると考えられ、この効果は土の亀’ 引 06緩一7引抜きせん翫応力と鉛直応力の関係（SR−2，Dr電0％〉ダイレイタンシーと密接に関達していることがわかる。①0、89〕（3）引抜きせん断応力と鉛直応力の関係 図一7および8は、引抜きせん断応力τと鉛慮応引 06抜力σ，の関係を、補強材SR−2，砂の相対密度D，ニせん80％および37％の場合についてそれぞれ承したものでA3壼AゴB2窪A2断 04応，八∼，力㌔％ ピじ ㌔q轟匹一，轟↓・ある。τ∼σnの関係は一種の応力径路を示しており、 τ 0鉱 ：（kgf／C醇∼）図一7は密な砂の、また、図一8は緩い砂の非排水oせん断試験における有効応力径路にそれぞれ類似し0 も1 80、5 0 52、0 鉛償応力 σ，（㎏f／cのている。ここで、鉛直応力の変化量1σべσ，②1は前述したダイレイタンシーの効果によるものであり、②図一8引抜きせん断応力と鉛直応力の関係（SR−2，Dr＝37％〉もし、この効果がないとすれば、応力径路はσ，霜σ，日軸上を移動するものと考えられる。したがって、 図中で、最大せん断応力を表す点はダイレイタンシーによる効果ここよってB点からA点ここ移動することfになり、 σ譜σ泌軸上の長さA’Bがこの効果によるせん断抵抗の変化量とみなすことができる。すなわち、 密な砂では正のダイレイタンシーにより拘策圧が増加し・その結果せん断抵抗が増加するが、 緩い砂では逆に負のダイレイタンシーにより拘束圧が減少するため、ぜん断抵抗が減少することになる。図中で最大せん噺応力τ，、，を嚢す点Alを結んだ直線①は、土とジオグリッド問に作用する引抜きせん断抵抗とジォグリッド面に働く鉛薩応力の関係を表わしており、また、σ，＝σ面軸上の最大せん断応力に対応する点Aβを結んだ直線②は上載圧σ，のとτ，、、の関係を表している。5．まとめ ジオグリッドの引抜き試験結果を検討することにより、土中におけるジオグリッドの引抜き抵抗特性について考察を行った。その結果、①土とジオグリツドの要素としてのせん噺応力と変位の関係は砂のせん断試験における応力∼ひずみの関係に類似しており双曲線状であること、また、②ジオグリッドが土を拘束ずることによる効果は土のダイレイタンシーと密接に関連しており、正のダイレイタンシーを生じるような密な砂ではこの効果によりせん断抵抗が増加するが、負のダイレイタンシーを生じるような緩い砂では十分にこの効果が発揮されないこと等が明らかになった。 今後、さらにこれらの結果を検討し有効な解析法や設計法への膿開を図りたい。参考文献1〉林ら，土と基礎，Vol．33，糾o．5，PP，21−26，玉985．2）坂井ら，土質工学会論文報告集，Vol・27，No・3，PP。147−155，1987．3）Ochiai，経．＆Sakai，A，，Proc。8thAsianRegion斜Conf．onS解ε，P叫83486，1987．4〉Ochiai，H。eもa』阿e田oirsoft新eFuculもyofEnglneering，KyushuUniv。，Vol。48，擁o・2，PP。125−139，1988。5）荻迫ら，第3回ジオデキスタイルシンポジウム発衰論文集，PP、8−14，玉988・6〉吉本ら，単純せん断における格子状補強材の拘束効果について，第24回土質工学研究発装会，王989．一16∼
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- タイトル
- 織布を布設した軟弱地盤上盛土の支持力実験
- 著者
- 荒井克彦・町原秀夫・加藤仁司・前田正利・笠原清麿
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 17〜18
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30052
- 内容
- * -' 4(1 t :1:K-14f-/** _.*=^A) {Z+t65f=･;^*.'ej! c).# ;,>I '+pf, PJ ,tQ 4= ]*lJ)1=,/P e L 7;eh'i< ' *1*._ :tflt bLa) L < ;2t l/; *:.?* X:t "=o?*2ss*e*]*4 .'l; Ir. r , , 'I={. * ***l//:'zt c]? ''e' t'll"Li llt:-5s s;;t ; ;r'l'F : ' s;:tt'' i9 l:::::::::: :¥::::ii:i j:4 :::i¥¥:"e:"t7'] -e'}LIB'"Q:5 l -ii: iP::¥::::::･:iii:i::j:: h ; L ;s5 D 'L';s/;tsf r Fot;-･･- _ (r)t,8ti{lC )st 'hf +1L_lc )- '1' :::i¥:e; IJt¥¥::::¥j:l¥hL/ t: 1! E'' ()f 'L;l i i I Tl'': ti J: f h ; ** *7i(Oi: , l'- -(!n),tt it'l]l;?-; - LtC )F*1tSO*: 'i , f : mrl.1JLi 'p t :I ; 2n;i _ o* . *s 9e# _: 1 e jILt_; LJ!oe J ll Too lOQ&; ,j ( .･ {/e )e*- e7e, 02Q5 .eSII:I i rl 'i""t'iff^. 4¥7 *';),h,sf'41'; 'i?i(ke 'i)' s;;tp; ;__--- s; ;t sf 'e 'xa ;ej:::¥$i:'$¥ ::!5 orf )lr: U; ¥¥¥ '; ; ::::':¥¥¥, ..i::' ; t:t' jj)h : ¥¥¥¥ ;¥¥¥:¥¥ '=¥¥¥:' t¥¥: _. r::; ¥¥¥ ,iL¥ ::¥ i " -f + lf}* '- r, , i9e "____.__ h;: ;_7'%% ititt(t( ' tr-tr-- (( ELEL ri'ri¥ t':i ¥;'---'-'-"¥'..; ¥::jt: o'3kgfleo.3kgf/* ) .t( - i) th a3 f/f J T-ti if t= . + + j_'l ';K!! f ""' t -" --B+ i c' i: o.1.i: ]'. .. ... r(1) (2) '--' (3f?f'*'* rp ,C'i__, 1 -,h :t(1'r)Qa) 'L f=, l */o*^ 'J :J:1=¥:i :4'I: ;4, J:'J; I:LTL,:L t ft rj ¥ t' f.i-I>) a)/ *tt}18 I ,--."4, (T).",.._(Crrr il_ + =F: ･･･'1 KJ /)fE J:i IJ06k*(cn )' ++.(**?v &* ;T _ '****.4e, ,e ' S/ ;t 7 +f 'L ) D?i ( r] fsi.' i_"' :t o.g = rl,,t)i '), ie,4 ,･ c7? !)tt ' tl +,++. ti,r-'1---ri$.?f " l*. AL 7 **[td;+.* :r.c) I:lih o,g !;/e '>/)t, ,+¥Z **** .tf#pa)_2it , -d '//)tl;I s; !* i_r - ; _....o ll;'L'e Tl$ 7. il rffl=a{,-,_.,O^6t,"T' . Jt,"T'' i't S; :tI:i t'ijrf )il--; ;L : .,_} ¥: --- --=' l. - 3 [: f 'J 19"'- Ilr6ts ,.=:!:T.'-1 30LJ frf.=.._._=0zi *,.tt;*- [IL __'li; '/Ili',*. '*.*il'i i [ _ I l-･ - I -{1j al r Llttf) P. Lo,t l 'le I;t.･t.i!odel Te t of Ceotextile]- S ':iL 7.1 ' i - 4i:;j;: e7 . i;;;,' i..a)in E nbankment Reinforeement on Soft cl _1;' dep0$it;} .Arai ,( T( teh(kurnagaigumi Construction Co Ltci) ,:L=1. ieda, {.R:a ahar'a( iaeda T{ou5en Co, L,td.-17-). mac:h ihra ( Fuku i Vrliv*l .-/iIt ,,i'1;:= :F," l..L SIS ,h+frj; h a,' {: c' :" , O.l,h if)4Ie h' 9 Il c' r) T6c ' 7 A. f5ih c''.='l , '*'teipf;*l_ry 31: if/_,,'__L1 drS*'fs;i Ji-(c ),.2. a.7kc l'I .' I:At: t L lfl ;Y/ A ,"Ir. .l:iL Z l'f: h- l: t,A.+'(itt7L 7 ,' . ! - 7i)tJ ¥1i,a),.,/ Q I(f/ ;･=t ifflal oneesos.r o' o6l Si ",i' ';c1Ita7p a)t4p, f9 *¥ 7 ¥*bi ;1' tf)/f,].:ta)L, F '11?-',i=S.if*) /..; a)1=C bi t);'7i [l ]!1< yixp/ * I , hL2{I-7' ' /tr¥J -i'ti 44;14<T6)1*S'?!f}f ･iFi:¥L r=*') ,bth}i..Sf ;t fi - 8 ;i( I)]3<yf,'), fif)),7 k tf' J bf,9 ;:J2<y 3.r,if ip If,. a7 h, ;') ,*; if) .,]1P+* t} ¥1.7 t ; :,i=4 ;a)S!i:t7 Z t' 3..: R ;5 r¥'F ?K i f ･' []0< y3i l=::Jl:. <al¥ Z' iflT " TT'(q I:* i , r9?jI." A / 9i=i _ - !o f=, li 'r jJ r kg r/c ! 2/L* ; , ,-, it t A iF" , . ; a) l ' i/i A*Ii '. ,.;rf ,lr 5 O ----- S; ;t"___ * I [ ll { - 9:7 f ,lrf UIJ' T;4..l.o 8 {r=t : U05OG '¥ _of =ti ';¥¥.-'-( 'v ';IjJ o.;"- }=sr/c*'{'= ;o? ¥-._¥_h ' f luti r';'iI o ;,, /?,:oJ , G ,!!i!!!i: 'i< ir _ J_: .'.:/ 'k : v=¥ ¥___.e ILi'¥i' i .." :L iojo'a) E A [](c'] , 'Ei= '--'c' fj1 o7 f}ll[llleF;it _ii ] ( t,iii* - S: si ;t ; q //6-18-li ')Lr--ti; 4j i 1.,rui{ ;t a)i ;}[hl ,23 ]L
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- タイトル
- 軟弱地盤上コマ型コンクリートブロック基礎の支持力実験
- 著者
- 荒井克彦・田中彰・町原秀夫・大西有三・西尾忠・安川郁夫
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 19〜20
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30053
- 内容
- 第24翻土質工学研究発褒会（東 京） 平成元年6月6K−14鰯鋤盤上コマ理コンクリー一トブGツク基礎の支持燦、験 福粧穴学工学部 荒井克考 福弁犬学工学部 田Ψ 彰 同よ二 町原秀夫 京都犬学工学部 穴面有三．O 同上 面尾 忠・ 伏見工業高校 安1叫郁天．i．まえがき＝軟弱出盤上にコマ型コンクリー←ブロック基礎（コマ盤基確と略）を設置す蓑ごとにぶり、貌下備しく赫妙、購力餉肩脅が知5叙いる。祝下抑蕾1メ肛ズムば．雌の復肪餉抑剃1護づ×こ鷺先1覇らかにしぜ購力について徽嫡い摸蝶、駿灘し＜．日騰購謝4馳くカ・，ぜ報で舶マ里基確と砕石塞礎の軟弱斑盤上での破壌粥式壼室内摸製袈験で瓦藪することに募リ、コマ型基礎の支符力向Lメカニズムについて鍋べ役結果、及ゲ、弾塑ノ隆構・成式（粘r駿を考慮しない場合の闘G・太田モヂ’ル）による99次元犀盤数値解瓶を行い、戻、駿と鈍駿し夜縮果を．報告する．塵＝魍一1に示す工糟にコマ型プ臼・γクを殼置1瀦蕨麟講灘鄭雰継玄讐趣 一一…・… 一一癒罷雛㌻婆 幽一・ 湘基礎とした．緬茎碕ま、上述の碗雑盤緬1薇し悔ものであ各。工糟内の軟弱斑盤獄、練り返し危粕エスヲリ マ カ 1一齢5監蓉で段謄的に圧蜜し暫乍成しなもので．臨宏’均 軟弱地盤樽出盤を作成マ聴葎．酔1申に示殊うに7ルミ棒εゴム・段盤でガラス面にとりっ1す斑盤内変位乞計測する．基礎荷動ま5分ごLとにα05ゆ論ずつ段階菌に増力礎￠花． 図． 実綴置 1融m”13．実．臨果：コマ型基礎と砕石墓礎に鋤↑る載荷圧カー 1戒荷圧力 kgf／e旧2ラ解翻｛絃聾2堺す・各荷鰍階勧趨内変位躍ん蜘ず禰毬図・＿．・・5−3∼8（コマ型甚礎），図一？槻2（砕石甚礎）に承す。コマ型基礎尼」は0，55 、K殊，艀石基礎ぞなα45k轍載荷時に級壊状薙．になった．姥表面流下量の値そ考 10慮して図一4と9を貰藪す参と．砕石基礎に沈ぺてコマ型基礎の錯直変位が残い層にし服んτし、な哩とがわ備。コマ型甚誕の備、碗襲蹴づ’いても表層 踏の卿伽な榊槻綻い騨・恥齪蜴齢α袖矯か’ら薦峻暦多がz。＿コ輔蓬纐艇震くなリ、斑盤麺での隆起がみられ焦．二のこと劇マ型基軸側 バ∼砲方変形；抑制勧果を意頃…す3．琶ん断ひずみ’分布で勘、砕石基礎て1は、せん断’ひず ヨのみ纏礎偶離雄雌1簿で及ぶの剛し、コマ型基罐漁墓礎イ髄酋央音β淑’景照ガ・ら鋼嬬向嘘鱗舛みが縫しび駅図一6）．獅齢露、筋図㎜2舗励一沈糧i懸変形めたあに局所￠ん断礁鉢近し、剣二耐し、コマ型基誕で瞬鰯斑盤にもカ’かわらず全般琶ん断破蜘磁いようであワ、ユのことが支特力客向Lさゼる！つの要因に恥てし嘱と廻あ解．一：荷重一表面況下量の計算絡果窟図臼5に承す．α7吻載荷時の、変位、破壊（隈界状態）縣、間隙、水鋪艇酔14−2σに詩．図日4、15で、コマ型基硬納膿の表層で、側方魏威下秘嗣して嶋窪1燦簾繹胴o噸向称しτい各．酔20で、基礎跡働コマ型塾麓の間陳蔽碗生がン揮い畿も、側方変碗剛1謹ブいて御レイタンシー欄酬棟てい鷺聴斥していると勘絹．酔16、1ワで、鐸石碁磁では祓壊翠薦，が基礎鴛部に集中しマい3のに対し、コマ型基碓では荷重が有散ざれ、斑繋盆葎に弾エrnし）rov臼ment in gearing Capacity by empユoying the Foundation w工th ”罫op一…ヨhaやed Conorete 3まooks l K，汽rai，H 卜i＆chihaごa，7．トほshi（），歳．』1のnaka｛Fuku三 Univ，｝，Y，Ohni＄hilKyQto ぐni、，｝ and 一，Ya＄uiζa騨a（Fusimi 了echnica1 ｝｛ighSchool〕一馨9一 : t x*h: .*h]7: ¥^{) h";o Tk' cm 2 *rr'r¥ ¥ 'l:j t:6 pL.j nII¥1 1 ! ji i x'r-ii :17 :!'Ji f4f'Td L;'1 _ oo n)i" ' JI r l=-- 5stj= 1 4 ;ic p; ' '"*e. 7ksf/e 2: l,'r nf :1 '_f/_-rJ t-t Pdj--:'7Xt-JI , SS il _ eO lcL 5ma"il5;[･1 G L! :__o' ?kg f/sm 2u!Ui c,o' 7kg fltEu2 ;o1 ?'j / Iir/ ul2},V ll(' 1}", ;}f'l 8i( O' 5 g ! / ::m 2),, !ii' (, ' !* t}( O. 55 l'/tm 2)t; ul - h( ' ¥:¥¥:' ;t u. 4:t'l[lrLL[] tl . fS 4 !L'[e r ill t7 r i'tl !il71(gf /UI2/ o' 2f Jl;i(fL+'_'*I ¥2 ¥Fs$]' :L iill:*/ o'] - J S {f:IP +:'1}:tlf u_ :J ?;s:t; ¥![-i 14X fi (;."!'ft, "Io' 7kg fltnl 2i '< i:)!;E]v i[T; '¥J"I'J-f) 1* rl olt: Fi(r t}T fIf!} i '!il ,1( h:i] ! i i'./* '[r !" 'l' !"*]- 2 i! / li'i,i} f( o' sl+ !/ '=" 2) ( o. 5kg r /'* 2)(F, ' l/t; :1 2)?kI/ f=]'] 2,1O. 4 ¥ ･', O. ?k.*O. :' r',' r; J*p_** fq':2"F*"Ia i-+ti(} {cn')li '!" , ',:rii r*t) a) '!( *I{li',.L :a)1 ) : L l ) 4,,:: i)( i98q) .pf# ･r i.f22 l il 1:; :t'*1 *IL_ :r*rA r FI!rtt ( *.]*i j 1 ej I J f J r* !i .(i:;;::.'... -; Ill!1. .",: :1 a) f '!, ['i "C e'; I lf l* i ' 'If t} rif i:xf5. a i : *'e : :117tfr/*'fi*== )*L. r 'li --L-L-- J--J,o _ :o o zo 30 ' 0 ,o*1'"'r][ ( Io=(), { **qt)f=*= ==. ; :'0.5:*=' '-*"'= - f"t+ '!"* rf +'" :!O. 2- ?:Ii :1'fi'u o. I o. 2 o.:; o. * u. 5 o. ; 0.7 o. Ba)<;!]7( i986) ,fi:;:a) ii{tCP ]fslc 1k : ? [ a{:;'5 ;:- :/ //f::"y 4, . pp .i i3 1-20-a)Ci) r h /7] ;fjS 17fo h))L;;, i'5 : . pp.111 , 2) # ･ B!T ,
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- タイトル
- トラス付き鋼板の補強土効果
- 著者
- 伊藤民夫・中沢隆雄・横田漠・藤本廣・小野義夫
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 21〜22
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30054
- 内容
- 第24回土、質工学研究発表会匠一5（東 宗） 平成元年6月7トラス付き鋼板の補強土効果 富崎大学工学部 （学）O僕藤混夫 （正）中沢隆雄 （iの横田 漢 （正）藤本 廣 住友建設㈱ 小野義夫1．はじめに 補強土工法において、土と補強材との相互作用による土塊全体の安定惟や強度を高める補強材の開発、研究が注目されるようになってきた。地盤に対する補強効果は、補強材の引き抜き抵抗力に依存することから筆考らは、大きな引き抜き抵抗力を有すると考えられる、鋼の帯板に鉄筋で作製した立体トラスを取り付けた補強材を、プレート付き鉄筋立体トラスとして提案している。蓋121本論文は、この補強材の盛土補強工に対する有効性を調べるために行った引き抜き試験の結果を、テールアルメ工法に用いられている帯板の実験結果と比較し、検討を加えたものである。2．実験方法 ｛il補強材：テーノレアルメ工法のストリップ（以下「rAと略）は、長さi280cm，編10cm，厚さ0．32cmの帯板（材質SS41）と、幅および厚さは同一で長さが170cmと短くしたもの2種類を使用した。一方、プレートトラス（以下PTと略）は、図一！に示すように、TAとして謂い 鉄筋立体トラスのひずみから引き抜き抵抗力を求めた。 園一1 プレート付き鉄筋立体トラス ｛2）土槽および引き抜き方法：長さ280c臓のTAおよびPTの引き抜き試験には、3．Om×3．Om×0．3償の土槽Aを持っ実験装置を使用し、2種類の補強秘を土表面から15cmの深さの同一平面上に、互いに1．5飢ほどの聞隔をおいて平行に設置した。土表而には、1、15しfの垂遭荷重を作用させ、引き抜き速度2田m／職inとして補強材を引き抜いた。長さ170cmの補強材の実験には、図一2に示すような鋼板で作製した、1．Om×2．0撹x玉．Omの形状寸法の土槽B（ただし、一方側壁のみアクリル板を使用）を使用した。前壁は可動とし、土槽．ヒ面には油圧ジャッキによって等分 300 変位 ＼ ，・塁自ll’liジャッキ ，就畔 凸、“＝粋、変｛傭 覗板 ／ ｝脚♂：− ’ 滋 TAは、図一2に示すように、・・皐畠一・20阜∴q筋1一轟 引q披き方向 寸法嫌位（cm 8 ）それぞれ50cmの水平闇隔で土．。つ賢働板1旺ジヤ＝坪 平衙図 泌圧ジャフキ 平 衙 図表面から50c珊の深さに互いに、一一i、、証．平行に配置した。土表面には、’品』腎壽漉圧ジャ キ油ノliポンプ藏荷板19tfの垂直荷重を作辮させ、 引き抜き方向引き抜き方向‘1ξ瓢i園引き抜き速度3．5m冊／minとし ・lq顎i園i驚舞難：無蓋欝瞬 1洲群位（cm｝載荷板能一葬 1…繍強孝ガ岡婁ト8 1蜘 量 ’tアクリル壁 アクリル壁強材上およびその澗遊に土圧 鋸断園 姻而園 （a）土摺A （b）二囎B舞を設置した。 図一2 土槽A，Bおよび補強材設置位澱 131試験土：最大粒径珀．1m職の乱したしらすを使用した。しらすの特僅は、次のとおりである：比重Gs＝2．464，最適含水比W。p、識26．9％，最大乾燥密度ρdm照篇ま．27g／c㎡。しらすを締團める際はタンパーと散水量により密度を管理したExperimeatal Study o紬 the εffects of Earth Reinぞorce醗e【調、by the Steei Plate with Pyra恥idal Trus−ses．Tamiolしo，DepartmentofC圭vilgngineering，穫iyazakiUni、ersity一21一 が、ρ＝董．13∼1。299／c㎡の範囲となった。尚土槽において補強材設農而はタンパーで締國め、補強材が水単になるように整地した。3瞬実験結果∼ヒ考察 図一3は、菱》T，TAの補強材長さ170cm、換算」二被り厚約8．5恥の場合の引き抜き抵抗力（F）とその水平変位（δ〉の関係を、図一4は補強材長さ280c粛、換算土被り厚25．6cmの場合の引き抜き抵抗力（F）とその水平変位（δ）の関係を示したものである。両者ともT〈の引き抜き抵抗力は、わずかな変位に対し顕著なヒ。一ク値（FI＾）を示している。これに対しPTのピーク値（FPT）は、比較的大きな変位で盆じている。また、換算土被り厚を25．6cmにとして、長さ】70cmと280（；mの補強材の引き抜き抵抗力にっいて検討した結果、TAの場合、補強材の長さの比とそのピーク値の比は、ほぼ同じであった。図一5にそれぞれTAとPTの引き抜き抵抗力のピーク値の比較を示すが、この図からいずれの実験においてもPTの引き抜き抵O＝補強．材腿さ280㎝抗力F凹は、FT＾に比べ約2。5倍の大きさを持っことがわかる。③ ⑳ ’㎝ △： 厚 17幅◎＝ ” 17㎞4000玉5DO 諒詳望3000R ∼＠．黛ム！鍵鄭▲留』 …00GR煽蟹船蟻。．螢2… 馬 1＝2 ⑮⑫！ダo㎜o500 m｝1500FTA （kgf）0 5 10 15 0 5 10 15 園一5 変位δ（㎜） 変位δ〔聯）園一3 引き抜き抵抗カー変位（圭槽B） 図一4 引き抜き抵抗カー変位（土槽A）この図からPTのひずみ分布は、TAと同様に直線分布となっていることがわかる。TAおよびPTの見かけの摩擦係数f＊を求める8 1＝1晶％嶺蕊腿一鑑卿力が、ピークに達したときの部材軸方向のひずみ分布状況を示す。0㎜醗騨蹴嘘殖 図一6には、土槽Bにおける実験で、TAとPTの引き抜き抵抗㎜ 0 0■ ゆ遡500Q望引き抜き抵抗力の比較 蘭薮i薬1ぼにあたり、補強材に作用する垂蕊応力は、補強材上およびその周辺 ’一曝．に設置した土圧計からえられた土圧を平均して求め、せん断応力は、平均せん断応力を用いている。このようにして求めた見かけの摩擦o ロほ り る ユハユ ユロも係数を図一7に示す、しかし引き抜き抵抗として、トラスの由の部 ”働壁からの距離 （m）⑳図一6 軸ひずみ分布分（図一！のabc，cde函など）の土のせん断抵抗の他、トラスの谷の部分（図一1のbcdご，defず面など）に充旗している土の抵抗もあり、 印 ム＝TA28〔ヒ日プレートの上，下面の引き抜き抵抗メカニズムおよび抵抗力の大きさもそ △＝TA17伽 5．G 口：TA17伽れぞれ異なると考えられるが、その機構はいまだ十分に解明できておらず、亀 ◇：PT17胱凹今後の検討謙題としたい。なおPTは、曲げ剛性が高いのではないかと危麟切 O＝参く吟文献より3， 蟻惧されたにもかカ・わらず、柔軟性を袴しており、土の変形、沈下に十分追踏 ○ 髄3．o O随できるものであった。 e O む4。まとめ 灸2』 ○ O O 補強材PTは、TAの約2．5倍の大きさの高い引き抜き抵抗力を持っ 戯 80囎 1．oことが明らかとなった。その引き抜き抵抗機構には、補強材付近の土のせん断強度が大きな影響を及ぼすと考えられるが、これにっいては、今後F o1∬蹄3ρ4ρ晒6ρ708090EM解析などで検討し、報告する予定である。 土被り （m）《参考文献》 1）河野億：トラス型鋸材の補強効果に関する実験的考察， 1野一7 見かけの摩擦係数土木学会，1988 2）横田・中沢他：Tb・earしhreinf・rcemenしe∫fecしs・fsteelbartrusssedne職bank田ent，1・S九州，1988 3）土：質工学会編：着紬弓董土ユニ法，p・i83，1986・一22一
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- タイトル
- ジオテキスタイルを用いた軟弱地盤上の低盛土 走行実験
- 著者
- 上部勝利・河原進・伊藤雅夫・伊藤明
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 23〜26
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30055
- 内容
- 第24弼土質工学研究発表会K−14（東京） 平成元年6月8ジオテキスタイルを用いた軟弱地盤上の低盛土 走行実験 托i本道路公団 横手工事事務飯 上部勝利 前田建設工業（株） 仙 台 支 店 河原 進 同 上 技術研究所 傑藤雅夫郁藤明 岡上 同上 1．まえがき 軟弱地盤士．の道路用低盛士、の施工においては、通常厚さ（20∼30c庸）での土砂まき出しは非常に困難であり、また、施工後の車爾定行においても、継力集中により軟弱地盤が破壊したり 盛土桝の陥没等により走行不能となってしまう。このような硯象を防ぐために、良質な材料を厚く（例えば珈程度）まき畠して締圏め、路盤の剛性を高めることにより、軟弱地盤への荷璽分散を図ることは、現場施工に携わる者は経験的に知っている。さて、近年淀目を浴びているジオテキスタイルは、軟弱地盤上．に用いる場合、その引張力によって盛土荷重を支持し、まき出し厚さを低減しようとする場合に有効な材料と言われている。今回は、各種ジオテキスタィルを用いた延行実験を行い、ジオテキスタイルの種類、まき出し厚さの違いによる効果の比較を行なったのでここに紹介する。 （9い国）B。：．Lβor．2 B。r、3E。r．4﹃∼ヤvγTマγ真1り﹃誰輩一これらは、第四期沖積世の堆積物で、盆地底の大半は、この沖積層により丁窄》γY→罵 r韮襲｝’；∼430％の腐植土（qu＝o．5∼三．1kgf／cm2）が、それぞれほぼ水平に分帯する。 5ず’γ学ヤ →している。地層構成としては、図一玉に見られるように、表層付近には午γ｝粘性止、・シルト（qu＝0．3∼0．8kgf／cm2）が、地表下2∼4“￠は自然含水比玉20爆＝丁ヤヤ 当現場付近は、横手盆地の南東部の後背湿地であり、平坦な地形が連続＝！’ノ’墜 2一玉土質・地質概要一鵯 羅’ 02．実験概要構成されている。また・盛土材として用いた現地発生の泥岩材は、水浸す 図一1 地質柱状図ると細粒化し、著しく強度が低下する材料である。表一1に盛止材の土質 表一1 盛土材料試験結果を示す。比 重㍗2実験ケース補強材として痢いたジオグリッドは、ボリプロピレンを原料とした2軸延伸製昂であり、また、織布A，Bは同一銘柄で互．いに強度が異るもので、これもボリブ》湿ピレンを原料としている。ヤード作成方法としては、環標粒 度 実験ケースは表一2に示したように、補強材の種類と層厚の違いにより含計8ケースとし、各ケースを図一2のような実験ヤードに配した。今回自然含水比レキ分2，49038．5霧86．5％砂 分8．5％シルト分5．0％粘土分最大乾燥密度 1．1989／c期3屡厚を一気にまき出し、ハックホウ（0．4バ）のキャタビラで8回、郡一ラー（10t）で2噺する方法を取り・現場綱め度は・勒で匡麺 約9嘱が得られた。また、走行実験には満載状態で総重量約 il無補強ジオグ1ルド 夏，①② ③④栖ト補強叡引張強度匡麺 … 且Bor．工aor．3① ②⑤ ⑥瓢伸び 層厚5Gcm織布8 且30cm砦Bor，4 唄織布A 2．窪tf／粗 17．5％ 50cm無赫強③1④⑦ ⑧（単位：m）30c孫ジオグリット 1．2tf／礒30c獄50cm⑥ の選iiii㈹σ，」i雛Lη織布B 3．9tf／m 17．5％ 30cm50cm 6−5 ε一叶。6．3箔⑦⑧ 図一2 実験ヤードComparative Test of Low Embankme訟セs oll So至t Clay Deposit witねGeotextilesFK．Uwabe（JHPC），S．Kawahara，垣。］〔tQh，A．工toh（図aeda Const。Co・，Ltd・）一23一 3．言卜漫唖糸巻果 計測項目は図一3に示したように、ジオテキス 窒クイルの伸びひずみ・軟弱地盤の沈下・跳面のわ 上ひずみゲージビアノ線変位計沈下板単 位＝m12。012．0だち量とした。伸びひずみの計測にはピアノ線変65鰍を胤、たが、ジオグリッドの伸泌ずみ1こ限っ塞L㎜ては、ひずみゲージによる方法も併用した。また、 で 一一軟弱地盤の沈下量にっいては、車輪通過位置とそτ｝ 一 閲計測断面図図一3の中央に設置した沈下板から、わだち量は水平に張った水糸と路面の距離から求めた。ll難懲癬・漿瓢鶉簾轍翌5．55．5mooo01穫ll繕隷難1繰ll・醐il（a）無補強走行6回ジオグリッドと織布Bは、30回まで滝行できた講叢糖響響搾甥ll慰蘇のケースは、同じく30回走行できた織布Bと比貸灘欝繍蕊欝編殺鴇・翫i［（b）織布A走ぞ琴6回認した。図一5のひずみ分布をみると、走行15灘灘雛繍鷺・llloOOoたこ1とカ∫手佳漫哩される。 また、 破ゾ断の岡偵i経立置で、隻騰欝蟄鶏磐饗馨憲つ・鑑lil胴いる際には、ある程度荷重が分散されるような ゆう。今回のような泥岩材料を使用した場合、各ケースとも層厚30cmでは路盤の剛性が得られず、蘇卜OI0o o 軌わだち量 （d）織布B走行30回 ⑫，沈下板図一4「0 o（舞1ilかり、路盤の破壊に至るものと思われ、どのケースも実罵的とは苫えない。轄 5．5m団 5mo（c）ジオグリッド楚行30回層厚を選択することが、効果的な用い方と言えよそのため、輪荷重が集中荷重として軟弱地盤にかoわだちと軟弱地盤の沈下分布（走行不能時） 麟一破断 帰 T T＿攣＿ o則輪遥過位寂sαひず凋臼鶴ビアノ練変位計ξ（x）o 0．5： 1詔o 1 甕 1 季 1幽 一一互，（b）走行15回時（a）楚行7回時図一5ジオグリッドひずみ分布（屠厚30Cln）一24一 '1.** 'E.-,= ' -- l:.. = "__ - 3i;^;":_- f:t U-': 4"_ -- 2'f,j' =;v}" rX'Irfjlr ',t**f4 ? (,* ;* *,j 300nl)S22 +* i:.._-- 5.IS ,',(' t'l' r)',I ' ( ,".-15 O c mf I C O--･150cm;t "TIOO] )I)-25'*'J:= ･ - 6i' 1M A ( ! *, I 5Cc l;' 'rl OO 1)i*& 1' * B ( r* ,, J.=*.*:500 , fTIeo I) 3−2層厚50cmのケース 屠厚50cmのケースは、図一6にみられるように、走行100回σ）時点で各ケースで明確な差が出ている。この時、無補強のケースは楚行不能（わだち32cm）、織布Aはわだち増加がやや速くなってきたものの、走行は可能（わだち24cm）、ジオグリ・ソド（わだち12cm〉・織布B（わだち5cm）は走行可能な状態であった。その後、ジオグリ・ソドと織布Bは、200回まで楚行を続けることとしたが、走行開始前に降雨があったため、盛土材が細粒化し、踏盤の状態が変化した。十分路盤乾燥を行なってから楚行を開姶したが、急激なわだち増加により、200回で走行不能となった（図一6参娯〉。図一7に走行100回の時点のわだちと軟弱地盤の沈下分布を示したが、定行不能となった無補強とわだち増加速度が上がった織布Aは、わだち増加により、わだち直下の軟弱地盤がやや沈下している。一・方、走行可能なジオグリッドと織布Bは、軟弱地盤への影響がまだ現われていない。楚行不能となるのは、わだち増加により、わだち部の実質的層厚が徐々に減少して行き、軟弱地盤へ直接集中荷重がかかるようになった時であると思われる。したがって、層厚の減少を防ぐよう、修復すれば良いであろう。全体的にみて、30cmσ）ケースと比べ、荷重分散されていると思われる。 6．5m 走行回数瓢1100 （台）ユ9搬布B50c”無補強30c翻o 布A30c囹後走509回わ 10o（a）無補強行だ聾＼沈 15下量（c諏）20轍布A「つ5CCβli†o（鑑lilジオグリフトち日O降雨珊1遷囲5o0醸QOo（馬lil25（b）織布Aジオグリフド300薦1田30無縮強5Gc跡轍図一6 わだち量経時変化O0（鑑lil4，あとがき 踏盤の転圧・維持管理（修復〉・踏盤柑料の選択等も実験結果に大きく影響するため、今回の実験結果を一・般論として取り扱うことは、難しいかもしれない。しかし、ジオテキスタイルの種類と層厚による効果の違い、また、定行不能となる要国をある程（c）ジオグリツド轍oo（舞li［度把握することができた。今後は、解析面からの検討を舶えて行きたいと考えている。 参考支献1〉111内豊聡，湖山東萌，f也；《特集》新しい軟弱地 盤処理工法一敷網工の設誹・施エ，施工技術， VOL．7，NO．7，19742）昭和60隼度 ジオテキスタイルの土中での挙 動とそ0）効果に関する研究報告書，建設省共同 石牙究，1986．63）補強土工法，士質工学会一26一（d）織布B図一7o，わだち量鰍沈下板わだちと軟弱地盤の 沈下分布（走行100回時）
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- タイトル
- 鉄筋グリッド方式並びに支圧方式を用いた補強土擁壁（その1）
- 著者
- 三木五三郎・島田俊介・石村進・中川茂・竹内武夫
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 27〜28
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30056
- 内容
- 第24懸土質工学研究発表会臼一2（東 京〉 平成元年6月9鉄筋グリッ ド方式並びに支瑳方式を耳毒いた補彊螢土擁壁 （その1） 東京大学 疋会員 三木五三郎強化土工ンジニヤリング㈱ 〃 O島田 俊介 4、里予田セメント㈱ 石村 進 日本鋼管㈱ 〃 中川 茂 ライトニ江業㈱ 竹内 武夫1．はじめに 土質の悪い我が国における補強土擁壁の重要な諜題は、①広範囲な現地発生材を使用できること、②変位が少なくかつ崩壊しにくいこと等である。このためには、（a）悪い盛土材を用いても補強機能の大きな補強材を期いること、（b慶繭一補強材一盛土が一体化し、応力集中の生じにくい構造とすることが必要である。本報告者等は、壁面構造と補強機能に新機軸を加えて紐合津）せることにより、上記我が国の補強土工法の課題を総合的に解決するための研究開発壱行った。 本報告は、鉄筋グリッドアンカーならびに実鷺アンカーを補強材として用い、これをスライドジョイントを介して壁面パネルに連結して構成した補強土擁壁（タス工法）に関する。特に鉄筋グリッドを用いた補強土擁壁（鉄筋土擁壁）は、我が圏で最初の実施と考えられるが、今翻現場施工を通して極めて特徴のある結果を得たのでここに開発に、当たっての着眼点，技術内容，今後の方向性について報皆する。2．開発に当たっての着眼点とその構造 以下に上記課題の解決のために開発した技衛の着眼点とその構造についてを述べる。 1） 壁面構造一スライドジョイント 盛土の圧縮や変位に順応して補強材と土が一体化を保つようにするために、コンクリートパネルの背面 にスライドジョイント部を設置して、補強材がジョイント部で垂直方晦に変位しうるようにした。 （図鵡図一2図鴫顎一1） ノンカ櫛麟筋癬籔 2）補強機能一鉄筋グザッド方式と支圧方式 一 一 F守 鉄筋グリッド方式は、 一 ’一一一一・rく・ 摩擦抵抗 ・壁面にか、る土圧による引抜きに対して横手方向鉄筋が抵抗体 （a）鉄筋ダリ外アンか として機能し、長手方陶鉄筋は引張材として機能するため摩擦力の少な も効 ある・ F一→コ ジオグリッドに比べて強度並びに弾性係数が大きいので伸ぴが 少なく変位しにくい。 ㈲ 支圧アンカー ・長手方向，横手方洵に互いに連結した鉄筋が各土雇全体に分布 國一3 補強材の補強機能 しているため、土の変位を拘束し、壁面変位や不構沈下が生じに くく、壁面が破壊されても盛土自体が急激に崩壊しにくい。 （図一2，図一3（a），写真一3） 支圧方式は、写真一1，写真一2，図一3（b），図一4に示す。 75 スヲイ響ジョイント 4・L235 婁［｝ 一 「「一「一「 40σ n＠200−200n聲［1糞L−100×王OG×13×1090s 0010 逆丁鍛フロン§・ρ＃一ルパネル写真1スライトジョイント 図一111ネ1レ断薗緩（O：スライトジョイン翻立置）ラ輝漏脅卜図一2鉄筋グサッギァンかThereinforcedearもhwa1抽ithre瀬orce糊tsofmetalgridandplatea貧cぬors一27一o雲鵠噌o鴇尉 …輯讐「繭「 一〇 〇75 醐 3，施 工 最大乾燥密度 1．68t／m3（JIS八1210Tによる） 図一4 支圧アンカー 最適含「水批 18．9％掘潮・整地・基礎工2）施工手順（麟一5，写翼一2，写真一3，写真一4〉3）施工図面（図一6，図一7）卿ントウォール’偽護麓ll§不良欝オール1嚇良蘇鞍粥轍塀輪ナ一奮§ 支圧ア功一§襲嬰齪駝出 』 』 覧 一」当τ＝鱗泉」一盛土材の締圃め麗0 図一6断面図の層脚っu閥0 黙燈壁の付帯工酔5施工手順頑互＿o一戚一魎』 “ 一一一療地盤線o 簸方式￡篇4．馳△ 一 ゑ篇3．5国写真一2o￠・クわ肪式ゑ階5、6隠 1500D㎜｝甑公灘贈 4500齢鉄筋列ット 阻7正蔀図の設置 ρ 2剛3、8鳳4。計測 その2参照5．結論1〉不安定な沢地の溺東ローム層上で施工し、盛土底面に不等沈下があったにもか、わらず、変位の少な い安定な補強土擁壁が罵能なことカ｛判った。写真32）鉄筋グリッi’は少ない引抜量で大きな引抜抵抗を支蓬アンか得、壁面変位や沈下量も少ない。従って、盛土材やの設議基礎地盤が悪い場合、地震の多い地方、地形の不安定な場所等においても有用であろう。3）鉄筋グリッドの土の変位の拘束効果は極めて大き いことが判ったので、今後その拘束効果を利用して関案ローム等粘性土の適用を推進する予定である。4〉支圧アンカーの場合は使用部材量が少ないが締閲め管理に充分配慮が必要である。5）今回の実験で鉄筋グリッドアンカーと支圧アンカ ーの補強機能に顕著な特性の違いがあることが判った。今後これらの機能を追求していくことににより土質の悪い我國に適した補強土工法の確立と適用性の拡大が可能であると患われる。写真一4一28一壁面
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- タイトル
- 鉄筋グリッド方式並びに支圧方式を用いた補強土擁壁（その2）
- 著者
- 米倉亮三・山崎淳一・降矢昌時・中山守人・小林英博
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 29〜30
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30057
- 内容
- 第24隣土質工学研究発表会H−2（東京） 平成元年6月10鉄筋グリッド方式並びに支圧方式を粥いた補強土擁壁（その2〉東洋大学土木工学科正 米禽亮三三｛言建言窒ユニ業鱗甘支術開発音影正〇由崎淳… 降矢轟時ノ卦野田ケミニコ㈱4寺殊工学去部門特建設㈱筑波研究所 中山守人日本】ンクll憾工業㈱製品開発部 小林英博1、はじめに 前報に続き、 “スライド方式により壁薦と補強材懸連結する壁面構造”と“鉄筋グリッド方式と支圧方式を用いた補強機能”を組み合わせた補強土擁壁（タス工法）の実施工における各種計測試験結果について報㌫する。2．施工概要および計測試験項目 聞東ローム層の上に0．5∼1，0mの厚さの軟弱層が表土として存在する沢地の表土をはぎ取った地盤上に・山砂を盛土材として補強土擁壁；を施工した。計測は、盛土高さ6，25mで施工された補強土1獲壁の、 a窪失筋グ『リッドアンカー、bプレートアンカーの2種類の補強材を絹いた場合について、動的挙動、補強材応力等を擢握するために実施した。嚢一2に計測試験項目を、図一1にa、b各断面における計測位置を示す。 裏一工 盛土材の土質鞍性3．議’1測試験の方法および結果粒度特姓3−1補強材引抜き試験0 ％れき分（2．0㎜以上）砂分 （O．074∼2、O皿皿） 補強土擁壁の施工、計測とは別に、補強材の引抜き試験シルト分 （0．OO5∼O。07抽）82。0 ％10．5 ％7。5 ％粕土分（0．OO5皿阻以下）を土被り2．875mにおいて実施した。試験体は鉄筋グリッ28．572，725均等繍数ト方式2（し離．2m，L＝2．4Rl）、支圧方式1（20×20Cl調）の土粒子の比重3ケースとし、設置してから約50日後に試験を実施した。締闘め特柱1．68kg／c阻2最大乾燦密度18．9 ％最適含水此試験方法は、油圧ジャッギにより多サイクルで載荷し、その蹴躍一ドセル荷重と試馴纐部のフ蝉変位を計漫1】する 衡2捌翻囎ものとし、各試験体の極限引抜き抵抗力（所定の時問荷重項 目が傑持できなくなる荷重〉を求めた。動態観測 各試験の結果を図一2に示す。これより、土圧（三）鉄筋ゲリツドアンカーは、支圧アンカー細 目鉄筋グリツド支圧アンカー2 本4 点1ケ漸4 点1 本4 点1ケ所4 点引援き試験補強材悠力度に較べて荷重の増加に対する変位が少ない、壁函の水平変位盛土体の沈下壁背面水平土圧引銀り応力度曲げ応力度17 点41 点14 点0 点②鉄筋グ1、ノッドアンカーの引抜き抵抗プ」は、 監．0 騰 1．O m横方向材の抵抗力のみから算出した予想値 一 「辱 la断鋳b断爾齢盛土体の沈下について観測を実施した。壁 L薇の水平変位は、a、bの各断面の壁薗バ○ひずみゲ③土圧計△壁面水平上沈下椴 a敗筋グリソトアンカー b支圧アンカ需ネルそれぞれの前面にメジャーを貼付け、 凹一1 計灘位置The reinforced earth wal l with reinforcemen毛s of 鷹etal 8rid and plaもe anchors ； Ryouzoyol、ekura，Ju舞ic麟Y＆旧a2aki，岡a＄aもokiF縫riyα｝門oriもoNakaya旧a，1錘riehir・olく（》baya蜘一29一一 図盛りをトランシ・ソトにより観測した。施工1完了より約1 0日問観漫目を才テったカ∼、 図一3ここ示す幽ようここ壁薗の窄目 鍍筋ヴリァトアンカー 貸駕2q幽対変位はほとんどみられず、安定した状態にあったと考鉄筋クリソ1アン”一えられる。 窟＝12隣 盛土体の沈下は、哉、b各噺面において、補強土擁壁の墓礎α）高さで壁面より1．O mの位置に沈下板髪設麗1、ノ、2 4 6盛±涯本（D学充下をレノ’くノレここより観浬畦した。浬肛定糸吉果を図一 薩 量 （1）810 図一2 那抜き試験結果4に示すが、乱断面が沈下量約1511照であるのに較べて、 盛土劉6盛土側b断醸の方が沈下量約55購1と大きくなっている。こ（え）違ノ5いは、補強材の種類以外に基礎地盤および盛士、形状の影響を受のていると考えられるが、このa、b断繭の距離（46m問におのる約401醐の不等沈下に対して壁面の変状はや3聴にみられなかった。また、漉下量の変化は盛士作業を擢行ったときに生しており、施工完了後は共に1∼2mm 2施工兜ア後5日後の変化で、安定した状態を激している。3−3墜背瀟：i二，嵐・補強材応力度10日後0 a、h各断薩の壁面バ．ネルそれぞれの中央に土圧計（ 3210−1−2−33210−1−2−3 （cm）容量2kg／G〆〉を設置し、また各断面の各段の補強材に （cm〉ひずみゲージを貼付け、こ れらの変化を施工開始時，美り 図一3 壁面の水平変｛立a鉄筋グリットアンカー三ll21司、静ひずみ測定器1こより計測を行った。．L圧おb支圧アンカー60 b断面よひ1忘プ」度（1、，墾ξ｛ヒこま、 施工’完了 麦こま安定『した1犬，態であっ 50たが、図一5に盛土完了30［ヨ後におのる、各段演の補（支圧アンカー）（40︶3強材応力度’の分布を承す。これより、支圧アンカー・の場合については明確な傾向が得られないが、鉄筋グリッド煩アンカーの場合は、応力度の分布が山型を示しており、漏0a断面ド20 lo図中に示したようなすべり顧が推定できる。 土、懸匿こ関してこよ、 土披り2．5n1以幸桀においでこま1，、5∼2．O l，ハ1ρをポす台形分布となっており、±、質試験からの0一10（鉄筋グリッドアンカー）4010 20 30 経過欝数 （日） 園一4 盛土体の沈下推定ll‘亘φ瓢350、（序》2．Ot／lll2、7慌1．7し／蒋13による言1算値より大きな槙となっている。 こ貧圧アンカー 霞筋グリ，ドアンカーれは・施工におりる転圧により生じ ゲ．ジ閥 1 マ 3た値であると考『えられる。 ・ゲージ厳田 12 3 4 5 6‘ 5 6・メ齪ずぺり面＼，4。まとめ 55 鉄筋グリットアンカー、支圧アンカーを用いた補強土擁壁の実施工に ；おける計測結果について報告したが、 脚 賊 2澗者の機能にきわめて特徴のある違 麟いがあることがわかった。今後さら 1〉裸」i罫，750500悶回z 応刀度 1甲！悶21にデータの蓄積を行い、これらの特 。園一5 補強材応方度の分布徴を生 カ、した適用法（D確立をおこなつていきたいo一30一しoβ0器o応ね度種“18鴎21
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- テクソル工法による実大擁壁の計測と考察
- 著者
- 福岡正巳・今村芳徳・安達雅人・桶土井清裕・井原俊一
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 31〜32
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30058
- 内容
- 第24回土質工学研究発表会H−2（束 票〉 平成元年6月舞テクソル工法による実大擁壁の計測と考察東京理科大学 董会員 福岡東京理科大学 正会員 今村東京理科大学 学生会員○安達東京理科大学 学生会員 桶土井（株）熊谷組 正会員 井漂正巳芳徳雅人清裕俊一 1．はじめに デクソル工法とは、フランスで開発されたもので連続した長織維を砂の中にランダムに三次元的に混入ずることによってそのせん断強さを増加し、より安全な土構造物を構築することができるジオデキスタイル技術である。本研究では、デクソル工法による高さ10魚の補強土擁壁を構築し、数年問日本の自然条件下に放置し降雨や地震などに対する適応性を検証するとともに、本工法における設計法確立の為の資料を得ようとするものである。今回は、補強土擁壁の施工時より4ケ月間に渡る観測結果を報告しそれに若干の考察を加えたものである。2．擁壁の設計 設計において土圧は、クーロンおよび福岡式1）を用い、特臓転倒に関しては テクソル擁壁を石積み擁壁とみなして計算し、壁摩は下端で2．5m、上端で1m、勾酎は前面で1：0．5、背面で1：0，35と決定した。また壁体が砂と糸の混合体ということから内部破壊の検討も行った。盛土擁壁の形状は図一12m一 琶邑颯5分1m O m補強出雛望個 盛土勾配3．5分L一一 2’5 25m正面図 創蒔翻に氷す。 図一1 盛土擁壁の形状図3．施工 碇下ビンびすみ断計渕珊支桂 チクソル擁壁は根入れ部のための床堀りを行い、盛土を2m構築した後テクソルを吹き付けるという工程を繰り返した。詳しい施工手噸に関して参考文献2〉に承してあるので参照されたい。ロ o “ P遡交泣ビン胆溺沈下／4．計測止圧静 本実験においては施工時からの挙動を観測したが測定項目としては擁壁に作用する土圧、壁体の水平変位および盛土内の履別沈下などである。また、地震時における擁壁の挙動についても自動計測シスデムにより計測できるものとした。計器の配置は図一2に示す。5．計測結果および考察o oo o水讐式捷下計図一2 計器蝿置図10 、ノー鷺 盛土擁壁の施工時における雛壁高と盛土高を図一3に示す。ここにおいて完成までに約80日を要しているがこれは施工開始後30日以隆降雨による盛土材の悪化が見られたので約40薦間の中断を行った為である。施工時よりの土厩の測定櫨を承したものが図一4画q高（口）86 κ ，ノ ・瞳土高4 ’ 牌聖荷20 0 20 40 60 80 100 経逼日数（日）図一3 施工時における擁壁高と盛土高である。餌easurmentar｝devaluationofPrototypeearthreもal漁g）aUbyTexsol潮ethod：臨Fukuoka，V．1総隅ura轟Adachi，K．Okedoi（ScienseU瞬v。ofTokyo），S．lhara（ku講agaiGu田iCo．9しTD）一31一 10 8 む ロむだ ＼ ・一…一6。日目溺 6 ＼墨叡：ご＝・粥1ユ蓄ii緊≧篇1m） 4200．51 1．5 22β 3 層（盤） 土総（tr！一乏〉図一5 盛土内の層別減少量実測土圧分布 経過日数によって多少のバラツキが見られるが土圧係数 図∼4 160ぼして約0．3∼0。玉6の範囲に収まっておりまた現在壁までのところ大きな変動は見受けられない。次に図一5は体 120多《、＝二鰯盛土内の履別減少量を承したもので盛土材は関藁ロームを変 80使用している。ここで各層厚ごとの減少量を見てみると全位 40 ヘ ー一一忍209目 灘 誌般的に大きく特にGLO∼4mの範囲において著しくなっ量ている。これは盛土材の状愚が悪かったことを意味してい（煕〉 0 −20るが次の図一6に示す壁体の水平変位におよぽす一囲と考える。壁体変位は、全体的にハラミ形状となっているがこれは地山掘削時のすぺり変形によく似ている。また変位量0 2 4 6 8 10 撃高（獅〉図一6 壁体変位量は高さ3mの付近で匪50mmと最大となりせん断ひずみにして5％程度となった。ここで壁体を弾性体と仮定してせん断弾性係数を求めてみたが予愁より低い慎となっていた。最後に本実験には土質定数（φ徽30。、C瓢0もf／旧2、γt＝1．8tf■m3〉で設計したがその設計魑と施工時の実測土圧と比較し示したものが図一7である。ここで実測値は盛土6。5、8．5、10m時の土圧分布を裏しているがだいたい設計値に一・致している。このことは実際に測定した土質定数（φ＝20。、C罵2tf／m2、γt＝1．6絆／所3）による計算纏に対しても同様の結果となった。以上のことより今凹行った設計法の妥当性が検証された謝 8。5土灰6、5階設置φ鶉30■C踏0 しf／mlヤ しγ篇1、8tf■m2醸、 4、5繊魔臥＼（m》2．50 5 0醤’P》1 2 3 土圧 ‘磧／耐）と思、う。実測土圧と設計土圧 図一76。まとめ 本工法により高さ重Omの擁壁を施工し、またその挙動を観測するという初期の目的は達成した。また現在までのところ壁体にはクラックなどの異常は見受けられず安定であるが、壁体の水平変位が認められたことより壁体は、フレキシブルなものであり地震時における壁体挙動の観測は必要不可欠であると思われる。最後に今圓の報告では施工時からの擁壁の挙動の計測値を示したにすぎないが今後は十分な解析を行い常時および地震時における擁壁の安全性について検証し蝦蕾したい。7，謝辞 本研究を進めるにあたり貴重なご指導を賜りました東京理科大学 藤田圭一教授ならびに本実験を担当された元学生の山上享氏、森吉孝氏、甲斐田誠一郎氏に末筆ながら深く感謝の意を衰します。く参考文献＞1）福岡他：擁壁に関する研究（もたれ擁壁に加わる土圧について）その2 昭和53黛2月15E！2）福岡他：デクソル工法による擁壁σ）実物大実験 土木学会第玉6回関東支部技術研究発裏会一32一
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- タイトル
- 不織布補強関東ローム試験盛土の長期観測結果
- 著者
- H．L．LING・龍岡文夫・佐藤剛司・田村幸彦・岩崎高明
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 33〜36
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30059
- 内容
- 第24園土質工学研究発表会K−14（漿 窟） 平成元年6月12不織窟補強閲東ローム試験盛土の長期観測結果東京大学生産技術研究藤O燵．1．H酩翻岡文央佐藤翻司東急建設㈱ 田村幸彦三井石油化学工業㈱ 岩蜻高明まえがき： 急勾配法面を持ち比較的盛土高さが大きい粘性土盛土を排水機能とある程度の崩張り補強機能がある補強材で補強する工法の施工法の開発・安定・変形解析法の確立を目揃し・不織布で補強した関東ロームの実物大試験盛土を東京大学生産技術研究所千葉実験所に建設してきた。最初の2つの盛土（盛土1、∬）の長期観測結果と人工豪雨実験の結果によって、不織布の引張り補強機能や排水機能が確認できた。 一方・補強盛土の急勾配のり面の安定性にとって壁断工の剛性は極めて重要であることが判明してきた。即ち・試験盛土1の法面は不織布を巻き込んだだけの図一1に示すタイプーAであった。この試験盛土の補強材鉛直間購が80cmの法面の最下層で法面に近接する土は自然降雨時に周所的に過大な圧縮が生じた。これは、この土に対する水平の拘束圧が無いことによるものである。試験盛土Hでは、図一1に示すタイプーB2の平面工を用いたため上述の様な周藤的破壊は生じなかった。一方、室内実験1・4》によると、①法面の安定性は図一1に示すタイプーC、更にタイプーDの壁面工を用いた方が大きいこと、②タイプーDの壁面工と面状の補強材を組み合わせると・補強材が短くても安定牲を確保できることが判明した。 以上の結果に基づいて，1986年王0月に3つ目の試験盛土猛を建設した。國一2に示す様に、この法藤も短い不織布で補強し、図一1での三種の異なった剛性の壁面工（タイプーA，C，D）を嗣いた。計測システ や施工ωについては既に発表した。本論文では、その後の試験盛土の挙動（壁蹟の変形・不織布の伸びひずみ）を報告する。TYPE A縄奪TYPE BTYPE三C TYPED TYPE三Ei 〔8謄P 任3苧21 ‘B引 つhasnoUhis㎞c量ion． × ＞く ＞く × 0 4》has t鵬『unc“on sU衡icierltly． 図一1 各種の剛性を持つ壁面工（法麟工）の分類竃謁（b）ω FLεX嫌EG鷹O了EX肌薮SH∈E了肛D9010 2 ㎜ −τεSKr珂、 ロ ㎜＝＝＝r二篇㎜戸．。亜常噌 ．∈醒業…一 笥ーD8RA附OLE、㌔：るむ｛ゴて一−一一』ド曽謄『”マ噂一撒繋瀞餌一襲1モ唄側∫ G＾oε 、辱動薄点EI』 阿蛙解3監」±当蛸PI㎜5P二璽：、rD3 ．嬰陀二． る ”凶鎚捗一 亀轟Aポ ゆD2 晩耽駒＝辱気・閣， D6P撃』畿鐘蜘㎝頃07 P5m8りOTCRτ 04じ剛τ田m 『蒲転．鱒§ u4L蝿一1U剛丁IN m 鱈＝MINく垂Eレ監一閣一“トー一一一一1一一一図一2 試験盛土班、（a）平薩図、（b）断面図（左：吹き付けモルタル式、タイプーCとDの中闘・ 有＝コンクリートパネル式、タイプーC〉、（c〉断面図（不織布巻き付け式、タイプー一A〉23，Lo轟gTer田BehaviorofGeotextileRein重orcedKantoLoamTestEmbankment鷲oe聰Ll誕G，Fu副o雪ATSUOKA，TakeshiSA望0（Univ．ofTokyo）；YuklhikoTA擁URA（TokyuConstructio識Co．，Ltd．）＆Komell胃ASAKI（脳suiPetroche面callndustriesLtd．）…33一一 一 盛土建設後の2年間の壁面の累積変形量を図一8に示す。図3（a）での水平変位のスケールは盛土寸法のスケールの50倍・他の変位スケ弔は10倍であり・変形後の盛土断面は変形が誇張されていることに漉意されたい。全体的に見ると、吹き付け式壁面とコンクリートパネル方式壁麟は変形は類似であり小さい。しかし、図一3（a）に示す様に、コンクリートパネル式壁鋤工のみならず、モルタル吹き付け式壁面も曲がっていることから、モルタル吹き付け式壁面の全体曲げ剛性は十分ではないことが分かる。従って、モルタル吹き付け式壁薗は図一1でのタイフ㌧CとDの中賜的であると考えるべきであろう。 モルタル吹き付け式壁面の改良発展型・実用型としての鉄道総合技術研究藤は吹き付けモルタルの替わりに無筋コンクリートを打設した実物大試験盛土を、1987年から茎988館にかけて二つ建設した。参考文献6，7に示すように、これらの盛土の壁面には図一8（a〉に示すような曲がりは全く生じていない。それに応ミニて、盛土天端の沈下は図一3に示す盛土皿の沈下量よりもはるかに小さかった。 一・方、不織布巻き込み式壁面の挙動は試験盛土1と顛似であり、変形が最も大きかった（図一8b）。この変形は降雨によって生じた。不織布巻き込み式壁面とこれに連結している他の二つの壁面の相最変位が大きく・この二つに壁面工を損傷し始めたので、それ以土の変形を阻止させるために1987年4月に押え盛土を設けた。以上のことは、壁薦の降雨によって生じる長期聞に亙る変形を神えるためには、壁面の各種の剛性は重要であることを示している。 一方・この補強盛土の地震時の安定性についての検証もできた。1987年12月に千葉県東方沖を震源とするマグ鵠チュード6．7の強震が発生し、盛土から210皿離れた地点に地下1厩で最大水平加速度326．給galであった（図一4）。壁面Aでは図一8（b）に示すようiこ壁面天端で coo1Ns（NoRTH−sou下門） MAx罵32619。m／s2欝鰹懇蕊鳴謬辮膿2認、糀1亀瀞一の三つの壁面はこの地震後はそれ以上の変形はほとんどみ COOIEW（EAST−WEST） MAX＝2t58B。m’52ら欝難奮癒臨せ、．れ，の結果、瓜降爾、．対隷瑠購する安簸性と耐震性に対して壁洒剛性（局所剛性、全体剛性、 7 8 9 10 ” 12 伽全体曲げ剛性）の果たす力学的役罰は大きいことを示1．てい 図一4王987年玉2月千葉県東方沖地震での盛土からると需える。 210匪離れた地点に地下1mでの加速度記録8｝ 囲 O D霧c飾B鰍25，1θ36佃臨ao既do蟹僅動o⊃ H 毒 職野 ε㎜ 。。E剛8馴ろ肇町側b。響。…・㎞叫k⑤戸 ヒ・・ il 心 PECEMBER重7．1907伽醜d巴8r㎜o蜘醸o》 O OECεM8E籟20，19ε旧 S冠O了CRετ目 CONCFIETε SK耐 PANεしs COU卜…了ER− wglGHT F犀Lし 乙 一2・2m 匝＿＿＿一＿＿＿倒皿＿図一3 盛土皿の建設後の2隼間の壁臓の累積変形量 （a）吹き付けモノレタノレ式と；コンクリートノfネル式〉、（紛不織布巻き付け式一 図一5にコンクリートパネル壁側に配麗された不織布の2年問のひずみ変化を図化した（図一2（a）参照）。これらのひずみは、50cm間の不繊布の伸びを測定して求めたものである。また・不織布を配置する時に与えたプレストレインはこれに含まれていない。ここで・Eレ》E4（不織布①）、E6−E9（不織布②）とE11∼E i4（不織布③）はそれぞれ盛士断面の下段と中段と上段にある。更に、E5，E10，E15の伸び計はそれぞれ不織布の端と盛土中央部との間の334cm，306c皿，278碗の伸びを計測しており、図示してある数殖はこの閣の平均伸びひずみである。図一6に示すのは、これらのひずみの経時変化である。これから次のことが分かる。（！）盛土施工によって不織布①と②には最大2％位の伸びひずみが発生したのに対して、不織布③にはわずかの伸ぴひずみしか生移ていない。これ1劇盛土下方ほど土圧が増加するのにもかかわらず、補強材鉛直間隔が一定であるからでろう。（2）これに対して補強領域背後の不補強領域の伸びひずみは鰻上部E15でも小さくはない。これ1ま、図一7（a〉に模式的に示すような補強材が相対的に短いためにr補強領域が一体となった法先を中心とした転倒モード」が生じた為であろう。この変形モーボは実際に盛土Hで観察されている。（3）より詳細にみると・補強領域背後の最上部伸ぴひずみE15は・施工後減少している傾陶がある。これは・図一3（＆）で見られるように、壁面上方の水平方洵のならみ出しが時間とともに著干減少していることに対応していると思われる。これは、図一7（b）に模式的に示すようなすべゆモードが時間とともに生じてきていることを示しているのであろう。一一34一 （4）不織布のひずみ分布の最大値を結んだ線F−Fは・無補強の場合のすべり面の位置にあるようである。このことも不織布が引っ張り補強材として働いていることを示唆している。しかし、この補強材畏は小さいので、F−F線はこの補強法面における破壌面を意味しない。（5）①、② 周で見られるように、補強材端部での、ひずみが急変するルが部（図中のA〉は大変短い。これ鳳葭状補強材の特徴である。（6）法面工の位置で補強材に引張り力が発揮されている。これは法面工に土圧が作用していることを意味している。このことは周所剛性がある法面工の特徴である。（7）不織布と盛土不補強部の伸びひずみは施工中は大きいが、施工後は相対的に小さい。特に盛土不補強部の伸びひずみの時間変化は小さい。従って・この測定結果は・実際にこの壁面が笑際畏期に安定であったことに対応している。（8）園一5，6から見ると、施工時のひずみが大きい順序で、即ち不織布②、不織布①、不織獅③の順序でクリープ量が大きい。元々ひずみが小さい不織布③でのクリープ量は微小である。婬魯 2 メ一 STR離“N9総TW三…三NτH三5一￥離襯D暮胎溜TIしEヒ リ1 嚢1昏 Fニ ぽ匡，③21 …i l一・、1 記 むロ曾 旧一一禰一隔2隔撃’ノi②明A卜 REINFORCED ZO網εメ図一7 （a）補強領域が一体となった法先を中心と‘【 圃 した輔1モード、 （b〉すべりモードの模式図NO歴WOVENロゑロマピぎアロしを①「一「o 州A断 Fo DE三CEMBεR25，1986（日量！hβendo響欄腿ng）09ECE麟8ER 17，198アqロ5吐bgfor日on eのr量hqu巳ke》ム DECε納8E汽 璽7，1987quβ量a，電or凪n oε虹r！hquakω縫Dε…CEMB経R26，1988図一5コンクリートパネル式壁面背後の不織布の建設後のひずみ変化（c）（a）■o”胃o》酬o鱈or匿尉離①1，誰ε4』1ga7一一m巳0一 鷹｛㎜し固鷲㎞【h8，（b）（d）1，．伽∼，し時髄婁．。轟 e lo 且2 μ B6 田 孤 z2 ∼4 蕊 お 謁一1957一零ooa廟一一剣 磯伽鵬鮎，一lo57一一10￠8∼ 榊E‘聯lh瓢， 図一6 不織布坤びひずみの時間変化、 （a〉不織布① （b）不織布②、（c）不織布③（d）不織布の端と盛土の中央部の伸びひずみ一35一 （9）地震荷重によって不織奈に伸びひずみが生移たが、これもも元々ひずみが大きかった不織布②で大きかった。特に涯羅できるのは、地震でひずみが増加した箇藤は地震後にクリープ変形が著しく減少したことである。 更に、1988年8月から10月にかけて眸雨のためにひずみが着干増大した。これは、土中の負圧の減少より土の強度が減少し不織布にかかる荷重が増加したためであろう。年末に向けて乾期になるとひずみも減少しつつある。これは、土中の負圧の回復により土の強度が回復し不織布にかかる荷重が減少したためかもしれない。 このような荷重履歴が不織布のクリープ（c）■一‘9変形に与える影響は、山内5》の応力履歴を獲≧400変化させたクリープ実験（図一8）で用いてよく再現されていると思われる。即ち、本試験盛土に用いたのと同種の不織布で引っ張り荷重丁を増舶させつつクリープ試験をし、その後除荷、再載荷しつつクリープ試験を行づている。その結果、園一8（b），（c）に示してあるように、先行荷重以下では、引張りによる伸ぴクリープ変形が、処女載荷のときよりも減少することが分かった。これは上記の盛土の地震後の計測結果の傾向を良く似ているo bycons象antstrain ドむ ヨゆ セ＝ト ＼！Q弐30e ，ノヒzP江燃鱒ll薩i…輩；騨o鱈oLu∫｝昌9■のz四ト1＿＿ ●．必⑥a。2go幽 不織布で補強された粘性土試験盛土の計測結果について述べた。壁簡の剛性が壁面の変位を大きく拘東することが示されていた。また、短い補強材でも壁面の剛性によって地震荷重に対しても変形が抑えられることがわかった。上記の計測結果は、今後の粘性土補強盛土の安定や変形解析手法、現場状況の反映できる室内試験法の確立に脊益なヒントを与えてくれるこ会マε，1瓢F。nCE（a） O o41ノ ②，κ③ 5 博 35S7RAI睡囚GEOTEXTIL∈く％）12（b）界10h−lo9監u×泌｛200）一一⑥■o oε口o惚彊、這04（ ロおOFしOAOINGτ（kg伽｝↓芦08惹SEQUεNC獲S21窃 150）一r④溜喝 oo瞬 奪 2 ， 4 5 IO 10 1G ↑0 10 10とになった。 丁撫E E三LA炉SED（m餉1図一8中窒円筒型不織布供試体試験諏を屠いた応力履歴を変化させたクリープ実験、（a〉実験方法、（b〉代表的結果ε象∼logt関係、（c）引張り力丁、ε1関係（山内5》）1．龍岡文夫＝補強土工法のメカニズムと設計謙算法、最近の土質。墓礎に関する諸問題講習会（昭和68奪度）、 土質工学会講演資料、25−67頁。2，佐藤翻罵・龍岡文夫・中村和之。田村幸彦・岩崎高明（蓋987）＝3種の法面をもつ関東ロームの不繊布補強 試験盛土の挙動、第23回土質工学会研究発表会、宮崎、1767一三770頁。3．田村幸彦。中村和之9龍岡文夫。佐藤剛司・器崎高明・西村淳（1987）＝3種の法面をもつ関東ロームの不 織布補強試験盛土の施工、第23回土質工学会研究発表会、宮崎、1771−1774頁。4，Tatsuoka，F．，Tate陥回a，田．andM縫ra願，0，（1989）；Ear“Re七aining圃all瞬thaShortGeotext目e andaRigidFaclng，Proc．ICS赫FE，RiodeJa轟eiro．5，山内総元（1987）3粘性土盛土の不織布による補強法、東大博士論文。6．館山勝・村田修。出村幸彦。龍岡文夫（1989）＝短い面状補強材と剛な壁面を有する稲城砂盛土の長期動態 群測、第24圓土質工学会研究発表会、棄京。7．村賑修。館山勝。田村幸彦。龍岡文夫（1989）1短い面状補強材と剛な壁面を有する関東ローム盛土の長期動態 謙測、第24回土質工学会研究発表会、東京。8，片山恒雄。佐藤暢彦（1987）：東京大学生産技術研究所アレーによる千葉県棄方沖地震の韻録、土木学会第43郷 隼次学術講演会。一36一
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- タイトル
- 補強土工法における新補強材の補強効果－振動実験による検討－
- 著者
- 後藤恵之輔・相良昌男・小嶋和弘・吉田勝俊・持下輝雄
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 37〜38
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30060
- 内容
- 第24隣止質工学研究発表会（東 瑛〉 平成元年6月13K−14補強土工法における新補強材の補強効果 一振動実験に，美る検討一学生員○相良 嵩男同 上学生，員 小嶋 和弘同 上 告田 勝利 痔下 輝雄同 一Lその補強効果については充分に検討されている。．本研究では、帯状補強材以上の補強効果と、盛土の安定を求めて、これに代る萩補強材としてrトラス形補強材」ならびにrらせん形補強左加を考案した。 こオしら菜旨補曜螢ホオここついてこま、 i燈震日寺ここお壱ナる補拷螢交力果ここ、 來・角翠明な点がある。そこで本研究では、新補強材、帯状補強材を用いた模型振動実験を行い・帯状補強材と新補強材の地震時の拳動・ならびに補強効果について比較、検討を行ったので、以下に、その一部5・ヒ瑳，．To守十の9十〇u⊥を報告する。イ㎜Lまえがき 補強雛壁盛土に使用される補強材の多くは、帯状補強材’であり、正 員 後藤恵之輔長崎大学工学部同 上d．β280プ 丁簾 8｝補強材i 偽i網 ⊥・餉苛動壁［遥・・8ρi嵐1⊥r卜90＋100柳『戦圃 図一1実験装置2．実，験方法（1〉実験装圏 1翼一1に実。験装置の概賂を示す。補強擁鍵模型は高さ30e鴇、幅28蜘、奥行き20e飢の箱である。欄面と背面を岡定し、擁壁部には厚さ1．5αllの木板を使馬し、可動とした。 側構iには、アクリル板を用い、背面および底面には末板を用いた。側櫛σ）アクリル板には、1e期角で目盛を施し炬。これは、盛土材内部での破壊状況髪ビデオの撮影により、視覚的に捉えるためである。（2〉補強材と嚢込め土 使用した補強材は、帯状補強材、トラス形補強桝、らせん形補強材の3種類である。補強材の長さはいずれも13qllとし、表薦穣はそれぞれ18．8c抑2と56．5q”2の2種類を使用した。用いた材料は、帯状補強材が厚さ0．48m階のプリキ板であり、トラス形、ら世ん形補強材は直径2躍閉の針金で作製した。裏込め土には、豊浦標、準砂（醒≒3％一定）を用い、平均相対密度は諮の地盤を想定し、その値はDr≒81．3％とした。（3）実験方法 実験模型に詰める全盛土章の容積は28×28×20c糊3で、全裏込め土蝿．の1／3を一膚とし、下から顯に盛土材を蓋層分入れ、締闘め後に補強材を2本敷設する。この方法で盛土材、補強材を交互に設置して、補強擁擶模型を構鍵しノた。ただし、補強材はiE面から見て、盛土休中央剖弛こ重Oc”1間隔で正方形ここなるようここ嘆本配圏しだ（図一1参照）。加振波は、水平方向の5陀の甫弦波で、加振加速度は12秒でo，1Gずつ一定の増加率で上昇させた。計測は・盛土内の変形および破壊状況をビデオに撮影し、司動壁の上端と下端の変位を3秒毎に測定することにより、破壊による可動壁の移動を蓑ネ）した。また、破壌による表面沈下の様子を明らかにするために、3秒毎に可動壁側と圃定壁側の蓑而沈下赫を測定した（図一2の凡例参照）。さらに、。L載荷輩σ）影響を検討するために上載荷藁として約4k3f（3。96kgf〉と8k2f（7．592kgf）髪準備した。そ0）載荷方法は、盛土休と同底簡積である28×20qll2、厚さ1．5emの木槻を介して、その中央部にそれぞれの藁熊にあたる鉄板を設耀し、蔵荷した。謝瀬侃ま、盛土が完全破壊を起こすか、または加振カロ速度が玉．OGここ達するまで行った。（4〉破壊某準 完全破壊と1痴可動壁が倒壊または崩壊するまでとした。また、破壊開始蒔とは、可動壁の変椋が顕著であると認められたとき、または可動壁の変位曲線の曲率が提大のときとした。破壊終了時とは、完全破壌を起こすか、または可動壁σ）変位が湖定可能な鑑大植（木実験の場合、5㎝）に達したときとした。Seis削icSLab目iもyofReta醸簸9εarth》aURei稗forcedwi七hNewReinforciη9摂embers，K．Gotoh，門．Sag貧ra，K．KoJimaラK．Yoshid＆，a臓dT．㌶ochishiね（NagasakiUnlv．〉一37一 3．実験結果および考察 表一1言隻 歩芝 条 桝二実験結果（1） 補彗螢拳才テ杉週犬ここよるtヒ蒔i交 潔卜2に表面積亘8．8C鵬2、載荷重約8㎏fの場合の加振時間、載荷磁 （k呂f）加振加速度ならびに変僖量の関係を示した。また、衰一1には、破壊時と破壊開始時の加振加速度と加振時間を示した。 まず、破壊時の加振加速度と加賑時聞に着冒し、補強材形状についてその補強効果を比較すると、破壊時の加振加速度、加振時間共に、らせん形、トつス形、帯状補強材の類で高い値髪示した。さらに、破壊開始時を加味して考察すると、イ岐壊開始時は新補強桝の方が遅く現われた。よって、破壊開始048破壊開始時と破壊時における認鱗 撫露褒而積 擁強材（cm∼）形 状18．818．8ら甘ん8184トラス84帯 杁87らせん548793637590606978帯 状6060らせん5…トラスi8．8540，6650，6650，6790，7070，6930，7780。噸380，5230，qg50，6220．弓950，7500，4100．弓81時と終了時の加振蒔問の差、つまり破壊を始めてから終了すそ鞍 杁0，46了57るまでに要した時間は、新補強柑の方が長時間であった。 次に図一2により、おのおのの補強材の補強効果を1．ヒ較する。帯状補強材 凡例トラス0，5660．弓530，651 ②可勤壁側 ①i∼碇壁囲凶師沈下 報断沈rと新補強材とでは、図に大きく異なった特徴が現オ）れた。欝状補強材は、衰錘凱llll面沈下鑑、可動壁変位量共に、加振当初から特に大きな変値の変化は現われず、破壊終了直前に、大きな変位量、沈下璽を示した。これに比べて新補強材は、舶振当初は帯状補強材と向様の傾向を示したものの、破壊終／直鯵には、少しずつの可勤壁の変位童、衰面沈下墨を示し、曲線は滑らかなもσ）となった。これにより、帯状補強材では、破壊が起こり始めると補強材の持つ、 崇 ，癬駐｛加逢度飴質土に対する引き抜き抵抗力が急、速に切れ、可動壁の倒壊へとつながって ①綱定聖働勲面沈下・△一・孕 （含珂動印似表1所沈トいると考えられる。一方、新補強材では引き抜き抵抗力がわずかずつしか低・一一一×一一一 〇司動望．と端縦1迎一一〇・一r ④雇勤鵬F端嚢位下せず、補強効果を長時間保持していると考えられる。（2）載荷重σ）違いによる1ヒ較 どσ）補強材においても、載碕重が存在した場合、すべり繭は早期に現われ、破壊は促進された。その1（100％〉として、載荷重4㎏ε、8k8fの加振加速度σ）減少を比によって表わし、比較する。帯状補強材の載荷璽がOk8fから4k蔚、8k8fと変化すると、㌔、鐘田−）05ム声5・ 溜’智’網鐙。， δ／ ぱ ・嗣轟 臓｝■〆 劇鋸 鵡酬じ首メρ＿＿L”＿一燃翫着ガ罰 〆㎝、縫駐縫醜r （a）帯状補強材【｝ 18 3巳18 3巳 罰 フ【｝破壊蒔の加振加速度は21．復％、27。2％減少した。一・方、トラス形補強材は12．1％、20．0％の減少を示し、 謁…鑛τ∼ 、04329じ促進0）度合いを載荷重無しの破壊時の加振加速度を 93加振時問（sec〉 繧 ｛18D）幽“ 1讐らせん形補強材は堰．6％、17．3％σ）減少を示した。し』 』ロ凸 ヘ リ∼ト（，o巳鐘04対しτ、新補強材は約5∼20％の減少であった。中澱92でも、らせん形補強室オは滅少の割合が約5∼12％と餐特に少なかった。 a灯薦’『ヌニー3aaノ∼（b）トラス形補強材加振時闘（sec） o日o践1繭へ栽、ζ） 』へ・、）O G貿営屠㌧4−冨 漏 冨ゆ髪た。これは、新補強材ではその形状の特性から、補強材内部に土が充塩されかみあわせ効果が生じ、土と補強材がよ砂一体化するためであると考えられる。2ト5−蚤・・メ』躍 劃 薦 瞑翁3瞳4螺32疑脳’、＼耐久性、か吃）加振加速度に対する耐久性に優れてい＿“識“．「543B一8レハ殿 週 殿 畜 翻酬o煽o置慶髪’ 一胃’ ！3嬉“羅 8−寵一〆F（3）まとめ状補強材よりも新補強材の方が振動に対する時閥的5一唯﹂∼匹壊時の加振茄速度は、約20∼30％の減少があるのに 以．ヒ、加振加速度、加撮時問の1．ヒ較によって、帯 総！寸たがって、載荷童が存布する場合、帯状補強材の破8ら 藁〆．1ぬ ・総．粛 鼠一εε 田 3旧 5一ビー一、 2 む 葡o隙 （C）甜ん形補強材加駆問（sec）図一2 加振時間一変位関係／Lあとがき 本寅験に、kって、新補強材の耐震性が優れていることが確認された。したがって、地震時には、新補強材を利用した補強土構造物の方が、安定性に優れていると思われる。今後は、さらに様々な実験を行い、種々の角度から、その利用の可能性について検討して行く所存である。一38一
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- タイトル
- 連続糸混入による補強盛土の振動台模型実験
- 著者
- 谷茂・山下恒雄・石崎英夫・高野洋一
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 39〜40
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30061
- 内容
- 第24回土質工学研究発表会∈一8（東京） 平成元年6月14連続糸混入による補強盛土の振動台模型実験農林水産省 農業工学研究所（株）熊谷親 土本設計部正会員 o谷 茂正会員 石崎 英夫1．はじめに：ジオテキスタイルによって、土を補強する方法が数多く提案されてきている・その一っとして連続糸を土中にランダムに混入し、盛土及び盛土基礎の補強を行うことが考えられている。連続糸による土の補強効果については、今までに三．軸試験、繰返し三軸試験によって確認してきた。今回は、連続糸混入による補強盛土の横型凍100を作り、振動台実験を行ったので、その結’果にっ善oいて報告する。島一誕80−o！国》 60＞’Aq二鉱40ゆB呵三迄20琶釜 0、01 0、呈 i O IO、O2．実験に凋いた試料：今回、実験に爾いた試料 しMA嫉El』慰R（銅m） 図一王 実験に用いた試料の粒度は図一工に示すA，Bの2試料である。最大乾燥D2密度（JISAl210第1法による）は、A試料で補強部1．579／cm3、B試料で1、59g／cm3である。補強のため混入した糸はポリエステル系のもので、太さは150デニール（48フィラメント）である。3．実験方法：小型振動箱（高さ68c恥．巾40cm．AIP，． もv∼・P3go・o，長さ230cm）の中に図一2で示すような、高さ40cm、巾40cm、上下斜面勾配工：1．5の模型を作製した。実験は、試料Aについては図一4に示す（a）， （b）， （c〉の3ケースを、試料Bにっいては（a）， （c）の2ケースを行った。試料Aで密づめ砂による補強のケースを行ったのは、ケース（c）での補強効果が連続糸混入によるものか、砂を密にしたことによるものかを明確にするためである。 ケース（a）では砂の密度をA試料でD値（亀山下 恒雄高野 洋一← 600 200 600細 図一2 模塑の慨要5一忍、A1。 陸AX＝ 596．361GAし＿， 卜，iN竺 一592、65｛GALI0 2000zく oJ（一2000o 5 1015 Tl卜∼EISECP／ρ、、。、．．）≒85％．B試料でD値篇79％とした．図一3 入力波全層を王6漕に分け、所定の密度になるようにバイ掌（a｝無補強（c）連続糸補強（b）密づめによる袖強図一4 実験のケース窺60 一ア 砂』補強霞筐δ栖4G 無補強諾迄薗2ぎ環20 連続糸補強一』あ0 0 5 10 15 1｛細E （SE（：｝0 5 10 』iπ酵E （S巨C）図一6 図一5 天端の沈下（D2，試料A）15天端の沈下（【）2，試料B）Shakingtabletest・facontlnu・usしhreadralnf・rcedembank融ent：Shi鰭eru【a戚Tsun￠・Yamasb藍ta（Nat．Res，inst、・f、Agri、Eng。），日lde・【shizaki，Y6ichi raka臓・，（KumagaiGumiC・，LrO、）一39一 ブレータにより転圧した、ケ腿 5｝‘Pき”A欺OOZ鵠ao【』or！c鳴．｝騰け」”一〇〇12∼“kgl1鵠りース（b）7 （G）の補強．箇i o o5 u 200a5騨4へ田“ 騰轟x調 曾田．ン5監o轟し1 ”川9pll367〕IG轟u駈‘よ図一2でノ、ッチを番蒙どこした所で、ケース（b）では砂を十分に締圃め、ケース（認 6冒幣0625記 o 慧”四〇a150 5 田 5 10o）では連続糸を乾燥重量比図一7で0．2％混入しながら、 卜分 （b）加速度（AIG’）無補強（試料A）ξ一4・円 NAX・O・0331631kor1C厩り酒田・一mZ9591ヒol！騨 輪り ＿ 4ヤ‘A田’ HAレ140695書GAuに締圃めを行った．補強簡湧 o「師の密度は糸の混入のため測定ごが出来なかったが、十分に締§ 器 β賎1κ齢齢1493 ‘2犀β4L卜q zOOO4 0固めたことにより、D値＞95＝．o、。25 呂 o％となっていると考えられる。“15 ロのヒじ こロリ りおぢぽこロレ（a）間隙水圧（P3）累一20βo5 田P聾5捲5 1D UHE6SεCI 一『NEISE引図一8 砂補強（試料A） 今回の振動模型実験では、堤高40cm｝こ対し、 rbが40cmと 5陣‘P3少ないため壁面摩擦の影響の、 α05懸念があるので、シリコングH龍犀oo∼75511』日1なh『lh阻膠一〇〇3796監』o蟹1繍，1−レ‘渦lo’ HAx路唇212391G《Ll 騰『”r−140335田4い 0 2000リースを間にはさんだ厚さ 弱 00。3mmの2枚のゴムスリーブホ．o晒 oを振動箱側面にはりつけた。 匹 4−2Deo155 耳05 ゆ τiHε監5〔Cコ15腰ii−9 連続糸季甫彊ミ（試ネ…卜A）振動はSIN波の繰返し加振とし、加速度レベルを100，200，o『監【El5【C，7彗門 HムX茜OO3鵬5欄』。1！“農旧剛唇剛OI95921』喧肛！じ繭 7−4・柵 ”＾X＝旧75710＾Ll 酬［’1“65巳1鰍14GO，600ga1と段階的に大きく o、u50 2000していき、蓋0秒間載荷した。4 0入力波形を図一3に示す。加怨 ・速度、間隙水庇、変位を瀞測崖’。・025 0した。鍵一20島o5 105 1005 T『B〔『5EC医図一10 無補強（試料B）4 ． 実験結’果 ： 力醤速度レベノレで400ga肛までは夫端の沈下に 弔臼、ら，a鱈轟罵司0371‘31転gllc櫓『苧Hl，‘髄大きな変イヒは見られなカ・ったo ｝ o o5021630ほ郁！じ吊81繭島一4、A撃O HA民” 雛30昼 66【GAし， 丙諄睡レ曽1コ76 」2【GAし1 0 7060600ga差では天端の沈下、間隙水圧とも大きく増大し、、無補o撃5 τ1門E輻S［C酵 歪 o3 醗 累一2000臣謄o・o∼55 10強のケースでは天端沈下のた 建 oS 田 蓄IHE電5εCI BHEl5εCI 15め貯水が越波して堤体が崩壊 図一ll 連続糸補強（試料B）した。図一5は試料Aの、無補 5秒載荷の段階で見ると連続糸で補強強と補強の場合の夫端沈峯（D2）を比較したものである。 密づめ砂で補勇ミしたものに対しても、したものは無補強の天端沈下量の約i／10に減少している。 ！0秒載荷の段約1／3に減少している・図一6は試料Bの場合の天端沈下を比較したものである。 図一7一’90法試階で連続糸で補強したものは無補強に比べ天端沈下量は約1／5に減少している．驚5料Aの場合の閲隙水圧（P3）、 加速度（AlO’）である．補強した場合に、聞隙水圧は載荷後3 鉛秒後ではどのケースでも有効上載圧まで上鼻している．加秒まではほとんど上昇していないが、速度で見ると、無補強の場合、 1秒程度で加速度応筈が少なくなるのに対し、補強した場合には4秒 試料Bの場合も図一10，11のようにほぼ岡様なことがいえ程度まで加速度応答の増大が見られる。 盛土全体の酎震性を増大させる効果る。これらのことから、遮続糸で盛土を補強することにより、が認められた。5．まとめ＝連続糸で補強した盛土の酎震性を振動台模型実験によってその効果を見た・今回行った模型は堤葛⑳cmと小さいため、相似率の問題がある・このため、さらに大型の振動模型実験を行っていきたい。参考文献＝谷ら：連続糸による祷強土の強度特性、第23翻土質工学会研究発表会、2179∼2180P一40一
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- タイトル
- 繰返し荷重下軽量盛土材ＥＰＳの変形特性
- 著者
- 巻内勝彦・峯岸邦夫
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 41〜42
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30062
- 内容
- 第24回土質工学研究発表会K−3（東 京〉 平成元年6月15繰返し荷重下の軽量盛土材EPSの変形特牲正会員 巻内勝彦日本大学瑠工学部鼠本大学大学院学生員 ○ 峯岸 邦夫1．まえがき 近年，わが蟹において発泡スチロール（Expa磁ed Poly−Styro1，賂称EPS）ブロソクを利爾した軟弱地盤対策工法が次第に普及し始めている。この工法は，E P Sの最大の特長である超軽量性（土の約1／100の質量〉を有効に利用し，軟弱地盤上に通常ないし大規模な盛±を施工することを可能にするという新しい工法である。今後，E P S工法を積極的に導入するために実際の状況に適合した合理的な設計法，施工技術を確立する必要があると思われる。このことから，本研 表一1 実験に使鵬したE P S試料の密度究では・EPSを盛土や基礎地盤中の埋設材料として 試 料 名 A B C D E使爾されることを念頭におき，EPSの静的および繰 密度ρ（糖／m3〉 三〇。3 16．0 19．0 22、0 23．7返し荷重下の圧縮変形特性，および砂とEPSの摩擦特性に関して基礎的な力学性状を調べた難1、，甜蓋5結果を報籍する。oしo2．実験方法 b ム 内 実験に使罵したE P Sは，型内発泡法により ゐ製造されたもので表一1に示す5種類である。 客 μ5静的一軸圧縮試験にっいては，JISA1216に準1⑤魂銀型じて行ない，軸ひずみ15％までひずみ速度1．0％／而nで載荷した。また寸法効果を調べる実o02験では，直方供試体の高さ（H），辺長（D）の比D‘ 05 08 匠0 12 圧榔6カσ （kEf／c目コ）14 図一L 龍的および織返L応力とひずみの関係｝1／Dを，0．5∼3、0とした。繰返し一軸圧縮試験は，動的三軸圧縮試験機を婿いて行なった。まず，供試体軸方向に静的上載応力σsを載荷し，ひずみが落ち着いた後，波形はサイン波，周波数5H3の繰返し応力σd＝±0嬬gf／cバを所定繕数載荷し，全ひずみ，塑性ひずみ，弾性ひずみの各軸ひずみを測定したo Ko圧縮試験は，HSA圭2圭7の圧密試験方法に準じて行なった。EPSと砂の摩擦試験は，大型直接せん断試験装置を用いて行ない，砂試料には，豊浦標準砂（比重Gs＝2，639，均等係数Ucσb（鰭fl仁圃り碕＝oユ750皇陰囹；o‘27＝o‘3 ；o“▼：o“ a心私0 5酬 42o生03 玉0‘ 10昌置0摺匠0100 回数 Lo8 N （嘩）図一2 戟荷回数と全ひずみ閲係20初期条件として湿潤砂（Wet）の場含，禽水比ω。襯12、4∼i5．0％，間隙比e。盤0、76∼0．81，乾燥砂（Dry〉《ill5 12筥2．33，60％粒径D60灘0．35mm）を使爾した。垂直荷重による圧密過程終了後，変位速度圭、Om照痴沁で，水平変位D漏4舳mに達するまで試験を行なった。なお，EPS試料C隻4LOO艮報ε試料εO＝E摩 oo血富E・0O O O50L5oの場舎，閣隙比eo讐0 ，72∼0、75に調整した。O o噸 6o o03．実験結果および考察 1‘口 園一1は，静的および繰返し一軸ぼ縮試験結果を示している。静的の場合，EPSの密度に比例して 。5圧縮強さが高い。一般に，盛土爾EPSの品質は，設討マニュアルエ）によれば5％変形時の圧縮強さで規定されているが，これらはいずれも基準値以上の 。糾 ‘oま ハ益ロ ロ ほ ロ ロ ロ ム ム ム 4 4：905 LO l5 ZO Z5 1，0 麗／D図一3 践■Dとσ胃．．の閤廉O o5 10 15 20 25 5り 鷲 P 図幽4 H 9と駅形風絃の闇伍1）e重ormat三〇nal c巨aracterist圭cs of Iig鼓t fill 號aterial ￡PS urヒder 1’epetitive 三〇ads；Kats曲嫁o愁AKIUC田a貌d藍unioM姻営GIS絹（翫巖on馨nivel・sity）一41一 値を上まわっている。試料Cの繰返し一・軸圧縮試験結果では，静的上載癒力σsが約o．嫁gf／cバを越えるとひずみが急激に増大する。また，静的載荷に比べて，はるかに低い圧縮強さを承している。 園一2より，静的上載応力σsが0、4kgf／c搬2以よ、に 応力 lo区σo（区区f／cロユ）三．5 3P2 6．ξ 12．80，三 〇72 0．4 0，3ドド ぷれ書i羅 20なると，載荷圏数鱒4∼王05回の範囲で急激なひずみの嶋40心進行がみられるoこのことから，繰返し荷重下のEP 060箏鐸出醸Sの変形は，静的上載応力σsレベルによる影響を受けることカ∫わかるo鰭ag 図一3は，H／Dと一・軸圧縮強さの関係を示したものである。低密度E P S（試料A〉では，供試体の寸法正OO図一5 EPSの監さカとひずみの関係効果の影響はない。飽方，高密度EPS（試料 試糾B『』06E）で彦まノぜラツキカ∫みられるカ∫， H／D影響力∫ △；Dry ム＝W鷺色考えられる。 0．‘ 図一4のH／Dと変形係数（E、：初期接線係数，E，：5％ひずみ時）の関係からも問様の傾寂桧￠．2輯鰻向が認、められ，H／Dが1．5∼2．0の間で2グル0 5 急0 15 20ープに大別され圧縮強さに差違があることがわ 水平変位D 図一6 摩嫉応力と水平変位の醐係かる。 図一5は，EPS試料のKo状態での応力とf駐。ez5 30 35 栂（開）（σ譜07ヒ区【／￠露2・e叫陽》O；Dry⑳＝Weヒひずみの関係を承したもので，σ麺0．8k就／cm2盈㊥以下は，EPS3種類とも圧縮ひずみは小さく，それ以上で急激に増加している。しかし，σ罵6．4kgf／cバ付近から次第に屋縮ひずみが収束に近づいていることがわかる。σ講0、8kgf／c飛2付0．‘穴栓簸 8 ⑤趣魁駐2K麟近での急激な沈下は，EP S内の発泡粒子破壊OO）o．5＠ o8㊨320ほ5 ユ「0 夏、5 垂磁応力 σ （kgf／cゴ）が発生したためと考え，られる。図一7 淫直応力と最大摩撮応力の恨騰系 試料C 園一6は，大型直接せん断試験による摩擦応羅灘口o10力と水平変位の関係の一例を示したものである。DW，Wetともに問じ傾陶であることがわかる。l盆蚕選讐鳳 図一7は，試料Cの垂直慈力と最大摩擦跡力 凝の関係であるが，Dry，Wetでの最大摩擦応力 鎖睡05 o喪の差があまりみられない。これは，Dry，Wet藁婁羅の砂の閤隙比がほぼ岡一・であるためと考えられ馨るo 0 駐5 三，0 1、5 2、O 垂直慾力σと摩擦係数μの関係を図一8に示 垂直応力 σ （匡gf／cゴ）したoσ謹0．5kgf／cm2以下では，μの値にバラ 図一8 垂直応力と摩麺軽系数の閲孫ッキが認められるが， それ以上ではバラツキが減少している。これは垂直応力σが王．倣gf／C田2以上では，EPS自体が圧縮変形を生じるために一定以上の簗擦抵抗を発揮しえないためと考えられる。4．まとめ ①繰返し応力下でのEPSの旺縮強さは，静的上載応力σ。の大きさに影響される。 ②供試体の寸法効果試験結果より高い密度のEPSではH／D竺i．5∼2。Oの間で圧縮強さに差異が あらわれる。 ③EPSの圧縮強さおよび摩擦係数μは，一・般に君PSの密度に正比例する。 ④砂とEPSの麿擦試験結果より，魔擦琳力τの値は，垂直応力σに影響される。 【謝辞】 実験に際しては，本学学生大槻，嶋田両君に協力を得たことを記してここに謝意を表します。【参考文献】 1） 発泡スチロール土木工法開発機構編＝E P S設計マニュアル（第王版），四88年一42一
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- タイトル
- 発泡スチロール片を混合した軽量土質材料
- 著者
- 西田登・長坂勇二・山田純男
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 43〜44
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30063
- 内容
- 第24園土質工学研究発袈会D−10（東 京） 平成元年6月16発泡スチロール片を混合した軽量土質秘料（株）基礎工学コンサルタント正会員 O西田 登 長坂 勇二久保田建設（株）正会員 山田 純男 1．はじめに 軟弱地盤における沈下・すべり破壊等の障害を軽滅するため、軽量土質材料を検討している。本材料は、発泡スチロール（以下E P Sと略す）片と山砂とを混合し、少量の普通ポルトランドセメントを添加したものである。前報（文献1））では、粒径1∼2m凱の微小な粒状EPSを用いたが、今園はやや粒径の大きな粒状体と廃棄EPSの粉砕片を用いた。EPS混合量の調整により密度0．7∼1．5t￡／m3、セメント添加量の調整により一軸圧縮強度i∼5kgf／c櫛2以上とすることができた。以下本材料の物性および利期方法等について報告する。 2． 、 EPS’よび EPS を馬ムした鵬量土 の 混合したE P Sは粒状体（粒径1∼5鵬）と廃棄E P Sの 100粉砕片（最大長径約8糖m7約15m組の2種）とを尾いた。由砂通 80過闇 城旺戸崎質は図一1に示す2種とし、最適含水状態に調整して使用し量 60百た。混合土の配合は表一王のとおりである。試験は土質材分 40率料に対して一般的に実施される一軸鷹縮試験およびCBR 20（％）試験であり、J ISに準じて行なった。なお、供試体の養 0 0，050．1 02 0．5 1 2生は、前者が湿空7日、後者が湿空3日水浸4日である。 粒 径 D（㎜） 湿潤密度は図一2に示したとおり、EPS腰の混合量に支配されており、ρtニ0。7’｝1，5（げ田3）の範囲で調整可能である。粒状EPSとEPS粉砕片とでは結果が異なっているが、緩詰め状態の密度がそれぞれ約0，025，0．012t／m3山砂：Eps片容紐比旦，1 ： 1であり、同一混合比であってもEPSの実容量が約2借違1 ： 1うことが原因の一つとなっている。なお、セメント添加量1 ：1．51 ：1．56％の場合もほぼ同様の値である。1 ＝ 21 ： 22020稲城砂臼白ど15P ！54 ％6 ％4 ％6 ％4 ％6 ％水3｝10 ％10 ％LO ％【0 ％三〇 ％玉Q ％1）山砂：E P S片の混合比は、以下の状態での容穣比とした。 山砂一・・JIS第三法の締固めEcの50％で締圏めた状態 E P S片・…綴詰め状態2｝セメント添船率は由砂の乾燥質鼠に対する質魚％とした．＼＼セメント2レ3）加水癒はE P S片の綴詰め脚態・での容積％とした．ρρ気儀凡例（降2卿酢5麟通） 10囲 10囲齢閥賜漁僕賜O粒状EPS（粒径1∼5囲》 セメント敵加串4％⑳ 〃 〃 6％05 05△EPS粉齢片（最大長径8㎎）セメント添加串4％l l5 2l l5 2山砂・EPS片混合比肉砂・EPS片混合比A μ ” 6％0εPS粉砕片（最大畏後矯㎜）セメント添加率4％囲 〃 〃 6％一2 EPS ムLig魏t Mixture made o￡ Eスpanded Polystyrene Chips a沿d SandsN．匿is㌔ida，Y．聾agasaka（Kisoko嫡gak結ConsultanしCo．，Ltd），S．Ya田ada（KubotaCons七rucしionCo．，Ltd）一43一 一軸圧縮強度およびCBRはそれぞれ図一辰 臼3，図一4‘こ示したとおりである。 qu＝1∼稲城砂鵬 瓢 脇5（kg￡／cm2）・CBR瓢5∼30％の範囲となった。湿潤密度と一頼圧縮強度の関係を図一5ロ ロ＼6． 江戸峰砂 ＼s1、墨il響機製，に示したが、EPSの形状とセメント添加串の違いによってそれぞれ固有の相関があるが、EPS粉砕片の最大長径約8獅mと15鵬mとの差は此i鮫的小さい。あまり強度を必要としない場出 頃鋸0 象O合は、さらにE PSの混合量を増加させ、よl l i5 2 1 山砂騨EPS片混合比り軽量化することが十分可能である。l l5 2山砂。EPS片混合比 軽量化の効果は、地盤または構造物への作用応力の低減であり、圧密沈下の防止・低滅，作用水平力・すぺり力・地震力による慣性力 5借 江戸崎砂の低減である。膚効な用途としては、軟弱地盤上の盛土・埋戻し、橋梁アバット背藏・護50稀城砂承燦の裏込め等が挙げられる。粒状E PSを用20いた施工例は文献2）に示されている。∼、飯山Q lO EPSは、軽量で保温｛生・耐水｛生・対衝撃性等に優れ、加工が容易であることなどから、o鮮魚・青果・家電製品等の輸送箱に多用されol l5 2由砂・EPS片混合比ており、油化・低温熔融により有効再利用さl l5 2出砂・EPS片混合∫七れることもあるが、現状では品質・訟スト面で満足されず、廃棄姻分となるものが莫大な量に達している。一方、最終処分場ではE P臼 江戸崎砂Sが締固めの障害になる等間題が多い。0 6− 上記のように、廃棄EPSの粉砕片は軽量自 稲械砂0 6＼土質材料に†分有効利照できるものと考える。密度の調整はE P S片の混合量により、強度はセメントの添加率により、使照目的に舎わせて適度に調整できる。しかし、繰返し応力による被労破壊、磁久性等については検酎の必要がある。また、大量施工のためには廃棄1／療騰o田0121斜6181EPSの粉砕・混合プラントが必要となるた 湿潤密度ρt （七／m3）び讃2．／・6ノ蓄1甲も6・81・121416旧 湿潤密度ρ七 （t／m3）め、現在開発中である， 参考文献 1） 西田、他 r発泡スチロール濟混合軽量盛土（埋戻し）秘の材料特性」 第23回土質工学砺究窮表会講演集・鉢889・1988 2） 山田、地 r粒状発泡スチロールと山砂の混合軽量材料を用いた施工h第23回土質工学研究発表会講演集，賂88，1988 3）畏坂、他 r廃棄発泡スチロールの軽量化土質材料への利用」 第43回土木学会無次学痢購演集V【，＃U4，19884）山田、他 r発泡スチロール片と砂とを混合した軽量土達 土と基礎，Feb，1989一44一
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- タイトル
- 軽量盛土材料ＥＰＳの繰返し強度圧縮試験
- 著者
- 安田祐作・村田修・館山勝
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 45〜48
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30064
- 内容
- 第24懸土質工，学碓究発表会（策 京） 平成元隼6月17H−6軽量盛』土材料EPSの繰返し強度圧、縮試験 （財）鉄道総合技術薪究所 O安田 祐作 問 上 村田 修 同 上 館山 勝1，まえがき 近年、超軽量材である発泡スチロール（Expanded PGlstyrene略称EPS）が土木の新材料として注白され、軟弱地盤対策あるいは土1王軽減工法のために使用され始め、いくっかの施工例が報告されているD。しかし、盛土．材料としての建PSの力学特性はまだ十分解明されていないのが現状である。EPSの土木材料としての適性を評価し、舎理的な設計壱行うためには、その工学的基本特性を明らかにする必要がある。特に、、鉄遵に使用する場合には、繰返し荷重に対する影響を明らかに、する必要がある。ここでは、1）静的な￡PSの圧縮強度特性を調べるために、単位体積重量および寸法の異なる供試体（最大寸法幅500無m×奥行き500mm×高さ500mm）で行った一軸ぼ縮試験、2）動的なEPSの圧縮変形特性を調べるために、単位体積重蚤、載荷周波数を変え、大型供試体（幅500mm×奥行き500mmX高さ500m∫n）を用いて行った繰返し載荷試験結果について報欝する。2．実験方法 2，1 一軸ぼ縮試験 葺式．験に用いた￡髭S｛共言式イ本は型内発泡法により製造された中畠1．Om×長さ2．Om×高さ0．5Inのブロックから電熱ユクロム線により切り出したもので、供試体の切り出しにあた’）ては上下端面が平行になるよう特に注意をした。表一1には実験に用いた供試体の諸元と供試体数を示す。 試験は、電動一軸圧縮試験機を用いてJ三S規定の一軸圧縮試験法に蟻じて行い、圧縮ひずみが20％にま塞するまで載荷速度1％／個inを基準として載荷した。また、載荷速度効果を調べるために 裏一1 一軸圧縮試験用EPS2供試体（幅50m！n×奥行巻50mm×高さ2単位体積重量（公称）（kgf／ヌn3）5mm）については載荷速度2％／購紐で行った。 なお、大型供試体（幡500mm×奥行き500mm×高さ500mm）の試験は図一1に示す圧，縮試121620113355王王1寸 法 （輻×奥行×高さ）50×50x25mm50×50×50mm500×500×50G船m験機を用いて行い、載荷は瞬試験機の変位制御用ポテンションメータのつまみを手i勤で操イ乍し、 1％／而nの載荷速度で行った。 2． 2 i動的繰返し載荷試験 試験に用いた供試体は、∼軸圧縮試験と隣じく型内発泡法により製造されたブロンクより電熱ニクロム線により切り出したもので、表一2に実験に用いた供試体の諸元と供試体数を示す。供試体寸法は幡5001nm×奥ぞ予き500mm×高さ500m磁である。 試験方法は、図一1に示した試験機を用いて、供試体にまず初期1王縮応力σoまで鹸的に載荷し、その後圧縮応力福±△σ、振動数玉O Hzを標準として繰返し載荷回数最大232万回まで連続載荷した。載荷圧縮応力（グo＋△σ）は、一車由圧縮試験より求めた圧縮強度（5％ひずみ強度）σc 表一2 繰返し載荷試験用EPSの0。4￥0．6、0．8倍を最大1王縮応力とした。試験中の載荷荷重および供試体のひずみは試験機に単位体積重量（公称）（kgf／芸n窓）内織されている詣“歪卸用ロードセノレ、変｛立言十うこより寸法㈱×奥行×高さ）mm計測した。表一3に圧縮試験機の仕様を示す。 500×500x500121620243ARepeaむe柱LoadTestofL呈ghtwe圭gh七f圭1玉maもerialsEPS．Y。Yasuda，0．Mu罫ata、M．Tateyama． Ra圭1四ay Tec翻n圭cal Reserc鮭 Institute一45一 繰返し載荷試験にあたっては、供試体と載荷板との閥の摩擦を切るために、試験機の上下載荷板にシリコングリスを塗布し、その上にメンブレン（t筥200μm）を張り、供試体をセットした。眉の表一3 庇縮試験機の仕様出 力静的最大荷重 23 ton動的最大荷重 20 toロストローク± 50 mm最大速度30 cm／s e c加振周波数0．1∼ 20 Hzロード変位制御（50、20、10m斑可変）セル＼荷重制御（20、ま0、5t o n可変）O恥Ooっ制御方式／加振機（電蝋油圧サーボ方式〉供試体（EP S）3 試験結果 3。王 一軸狂縮試験結果 穰一2は供試体寸法幅50mm、奥行き50mm、の高さ架台25mmと50…nm、および幅500mm、奥行き500m穿m、高さ500mmについて実施した一軸圧縮試験の結果を示した。同一寸法で複数個試験したものについては平均で示した。一・「 ω 〔鱗 o手鎚5 同図よ り供寡式体の高さの違いカ｛あっても一牽由タ王縮彗螢度尋ま単位体積重量の増加に比例して大きくなり、圧縮応力∼ひずみ曲線はほぽ同形状を示し、降伏ひずみは2．5％∼3％の閲にあるようである。2ρ降伏後も狂縮強度は増加している。0kgf／m3の結；果は他の寸法の岡じ単位体積重量の圧縮強度よりも小さめの値となったが、1供試体の試験結果であり試験誤差、単位体積重量が公称 一一一一一50×50x50 一一一叡）×50×25暮＼L5 …！…ノ／2・厭鵠起 ！’ラジ7 ，，…｝16kgf／mユb l．O ’／ ，’！ん 、．、一一ン！ ，…一Mkgf／旧コ只単位体穫重量よりもやや小さめであったことと密度の不均一によるものと考遠えられる。鐸q5 魍一3には、圧縮ひずみ5％時の単位体穰重量と各供試体の圧縮強度の関係を示した。同図より寸法効果はほとんどなく、圧縮強度と単位体積重量はほぽ直線的な関係にあり、圧縮強度は慰PSの単位体積重量が増せば直線的図一 1 澱三縮震式験機 500×500×5DO なお、供試体寸法幅500mm、奥行き500mm、高さ500mmの2重400”7二一一” ．．．．．一｝12kgf／鷹ユ！／／1 一一一＿一の”響一ノ汐 一断帰＿一一一一’’∠’曜ノ’4ダ唄Oo5 10 15 20圧 縮ひずみ ε（％）図一2 圧縮ひずみと圧縮応力の関係に増加するといえる。また、i司じ高さの供試体でも圧縮強度に多少のばらつきがみられるが、これは、EPSを型枠内で発泡する隣の密度の不均質および試験誤差等に起因しているものと考えられる。 園一4は、一軸班縮試験における各供試体の初期割線勾配より求めた変形係数と単位体積重量の関係を示した。初期変形係数はばらついてはいるが、供試体の単位体積重量の増加および供試体寸法が大きくなるにつれて大きくなる傾向を示しいることがわかる3》。また、初期変形係数は5％ひずみ時一46一 の変形係数の約2倍程度の値であった。降伏後の変形係数は供試体の寸法による差は小さく、安定した値を示し、5％ひずみ時の変形係数の約10分の1程度の値であった。一軸圧縮試験においては、EP S体は軸方陶蕨縮を受けた襟は側方への膨張は無く、軸方向ぼカを解放すればほぽ初期状態に回復する。しかし、狂縮ひずみをさらに大きくした場合は収縮し、ポァソン上ヒは？イナスとなる。 供試体寸法輻50mm×奥行き50mm×高さ25mmで実施した載荷速度を変えた言式験では、圧縮強度、変形係数に大差はなく、載荷速度俄存性は認められなかった。Nε≡（1．4 80り＼O：脇1．2△＝メ口：50×50×5050×50×25嫁ム500×500×500貸り60譜＼葛口 1．Ob0＝50 × 50 × 50△： 50 × 50 × 25E〕： 500x500×500 口あ 必△ △o醸20 q6螺o撮q4懸口O lO＿L一↓ lO l2 14 16 18 20単ムム口麟蟻ム懐oO 40誰oRq8 ムθ盛㊥oε ロ｛立 体 積 重 還 （ k gf／m3）図一3 単位体積重量と狂縮応力の関係 12 14 16 18 20 単位体積重量 （kgf／m3）図一4単位体積重量と変形係数の関係3．2 繰返し載衝試験 図一5に単位体稜重量20k8f／m3の3供試体5こついて実施した繰返し載荷試験の結果を承す。最大繰返し載荷荷重強度（鈴）／5％ひずみ時の強度（σ、）の値を0．4程度として繰返し周波数を20Hzと10Rzに変えて繰返し周波数の依存性を調べたのが、漁1（P／σ・＝0．388〉と甑2（P／σ。編0．398〉である。閾者の聞には載荷荷重に多少の差はあるが、 100万回の繰返し載荷回数に対しては供試体のひずみはほとんど蓄積されず剛繭を示し、周 経返し回数 （×103） 1 波数依存重生は孟忍められなカ・った。○ なお、単位体積重量16kgf／m3においても同様の試験結果が樗られている。 ■肱2（σドム砂0．艇5Rgf／㎝；）駕ワ糧嶺欝鑑裳燕薦姦尉芸饗脳騒W繍鳩’こ＝＝口”咽’贈働一〆馳2（σ。＋△FO、398kgf／㎝＝）3 （P／σc 漏0．565） ではi載荷体の残留ひずみは蓄積されなかったがの、10万回を越えた時点か1ρ鴫㌔ol，5 ＼甑亙ノぬ3（σ。＋△σ障0、565㎏f／㎝2）鰭陪A ￥ ￥ ￥。＋△σ葺O、認8㎏fノ㎝∼） 、、、￥＼￥＼載荷周波数20地載荷周波数10臣一一一地3、P＝σρ土△σ・0、319土0、246㎏f／㎝＝ 載荷周波数10地 甑1、P瀟σo±△σ論O、2マ3±0、115kgf／㎝諸噸胃り一・贈卜睡2、P＝60土△σ＝O．220土0．17馳f／㎝2ら残留ひずみカ｛憩速に増力回し、 160万図で残留ひずみが初期ひずみの160％になったので試験を、地1（σD一△σ昌0．玉58㎏f／㎝∼） 、、凍Q5 P／σcを大きくした供試体Nα周波数をio厳zで実施した。繰返し載荷櫨数10万回までは供試3510 3050！00 300 10⊂X⊃2ρ図一5 繰返し載荷回数とひずみの関係中ました。 なお、繰返し載荷試験のいずれの供試体においても、初期圧縮応力と繰返し載荷荷重を解放すれぱ初期状，態に圏復する。 翻一6は、繰返し載荷強度とEPS体の降伏が生じた繰返し載荷回数の関係を承した。ここで降伏とは、繰返し載荷試験において供試体に残留ひずみの発生する時点を云う。図よりP／σ、が大きい程少ない繰返し回数で降伏し、同程度のP／σ、の値であってもE P Sの単位体積重量の小さいもの一47一 ほど少ない繰返し回数で降伏する。P／σ。が 600．6程度では三〇万回程度の繰返し載荷で降伏 Od2（騒gf／mコ） 口 △d6（kgf／mユ）する。 （ □＝20（kgf／m3） また、繰返し載荷試験における初期（1万回 三40）の供試体ひずみは、載荷荷重強度を一軸圧縮δ 心口試験の5％強度により基準化した場合は・多少蕪 △のばらつ甜あ赫載荷樋に蹄唖して醐的恥・ Qに増加 とが得られた・ 1 ぎ％ 04 まとめ O O2 Q4 0、6 0β 1，0 EPS供試体の一軸圧縮試験および繰遊し載 P／6，（最大繰返し載荷革欄鍍／5％ひずみ時の荷試験を行った結果次の様なことがわかった。 一軸圧縮強度） 図一6 繰返し載荷強度と降伏の関係 一軸慨縮試験結果 （1〉寸法効果および載荷速度依存牲は認められなかった。 （2〉一軸圧縮強度、変形係数は、氾PSの単位体積重量に比例して直線的に増加し、降伏後も 強度は増加する。 （3〉初期変形係数aはおおむね5％ひずみ時の変形係数Eの2倍程度である。 （4〉降伏後の変形係数建は、EPSの単位体積重鐙による差は小さく安定した値を示し、5％ ひずみ時の変形係数Eの10分のi程度である。 （5）EPS体は軸方向庇縮力を受けても側方には膨張は無く、除荷後はほぽ初期状態に圓復す る。繰返し載荷試験結果（孟）5％ひずみ時の一軸圧縮強度（σ。）の0．4倍程度理下の載荷荷重強度（P）であれば 100万回の繰返し載荷でもひずみの薄積はない。（2〉繰返し載荷試験において供試体に残留ひずみの発生する繰返し回数はP／σ、が大きいも のほど、またこの値が陶じでも単位体積重量の小さいものほど少なく、P／σ、が0．6程度 では繰返し瞳数10万園で残留ひずみが発生する。（3）周波数依存性は貌／σ，がO．4倍以下では認められない。（4）初期圧縮ひずみは繰返し載荷荷重強度（P／σ。〉にほぽ比鯛して発生すた。（5）繰返し載荷試験においてもERS体は側方に膨張は無く、除荷後は初期状態に回復する。 今回の猛PS体の試験に当たって供試体の提供と供試体の成形に榔協力頂いた積水化成品工業株式会祉山本健研究室長、手塚久雄専門係畏、三菱抽化バーディッシェ株式会社遠藤紘主任紐究員、平野透研究開発部次長に感謝の意を表します。参考文献1〉東 重毒禾ロ：発シ包スチローノレを用いた工法の施ユニ1列、±と基礎 Vo1．35、No．42）浜田英治・山内豊聡＝盛土材料としての発泡スチロールの荷重、変形、強度特性、第22土質 工学研究発表会圭987．6（新潟）3〉巻内勝彦、峰岸邦夫：軽量盛土材料EPSの厩縮および摩擦特性、第23土質工学研究発表会 1988．6 （宮騰）4）浜田英治、庸内豊聡3盛土材料としての発泡スチ浸一ルの繰返し載荷実験、第23土質工学研究 会1988．6 （宮崎〉一48一
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- タイトル
- 軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の構築
- 著者
- 村田修・安田祐作・館山勝・八戸裕・大石守夫
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 49〜52
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30065
- 内容
- 第24回土質工学研究発表会H−6く束 窟【） コ蒔成元歪影6月18軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の構築（財）鉄道総合技術醗究所 村田 修 安磁 薦作 館山 勝（株）大林組土木技術部 八戸 裕 ○大石 守夫1 はじめに 近年、超軽量材料である発泡スチロール（EPS）を爾いた盛土工事事働が、急速に増えている。 今翻、鉄道路床を想定したEPS盛土を、実物大規模で軟弱地盤上に構築し、静的ならびに動的載荷による盛土体の挙動、軟弱地盤へ与える影響について計測した。本報告は、このうち盛土構築と静的計測結果について報告するものである。 なお、この既究は運輸省補助対象r磁気浮上方式鉄道技術開発」のうちヂ営業線用ガイドウェイの開発」の一環として行ったものである。2地盤状況 言鵡灸場所は、静岡県下の後背湿地性の沖積低地である。土質の概要は、図一1に示す様に地表面から厚さ約1mの盛土、その下に厚さ約10mにわたり軟弱な腐植土層とシルト層が、さらにN値10未満のシルト層と砂層が約3mあり、その下位にN値30以上のシルト混じり砂礫層がある。 このうち、腐植土層は含水比w鵡300∼iOOO％、間隙比e40∼13と腐植土のうちでもかなり含水比が高く新鮮なのものである。シルト層は、上部の非常に軟弱（N値＝0）な部分と下部のやや密な部分とに分かれてい深度血銀嫡成（周る。 表面の盛土は、試験盛土8ケ月前に施工，したもの0 40O目5であるが、すでに約40cm程度沈下しており、試験中も約1．5cmノ月の沈下が継続していた。N 笹やi禽水比Mm5シ。き1．5OlOOO簡隊比Y盛 出腿繊Y γ一 嘗℃＿ なお、地下水位は、地表面付近である。幽 〔一 幽3 試験盛土の概要 試験盛土は、高さ3m，編4m，長さ4mの試験体を3つとこれら試験体の爾側に蠣2mのダミーブロックを設けた全長16mのEPS盛土を、地盤上に積み上げたものである。雫 一一 一R5，．、淑1需 勝139、一『i46｛壁』！q’、ρ∵oFl転 試験盛土の施工手順を図一2に示す。シルト一 P一 艦工＿129シルト混リ砂シルト砂 鞭シ乃ト漉9砂 礫 掘削は、既設盛土の撤去を油圧ショベルで行い、不 図一1 土質概要透水性シートを掘削謹全面に敷いた上にサンドマットを敷きならした。この時、シートの下にメタンガスの充満が認められたので、シートの所々に切りこみを入れ、ガス抜きを行った。肇購難継難工鵬02m H二3m W漏4m 使矯したEPS拐料の規格を表一1に示す。1層の厚さを0．5mとして、合計6層、高さ31nの積み上げを行つた。 砦巴G1概この際ブロック相互，の営地が上下に連続して重ならな t讐05m 図一2 施工手順いように、また、各々の試験体が独立したものとなるAcasestudyofthetestembankmenもbyusing冠PS（ExpendedPolystyro1ConstructionMet｝｝od）o豆the sofもground lO．Mur＆ta，Y．Yasuda，T、Tateyama（Rai玉wayTechnical Rese段rc五Institute）Y．Haもinohe，M．Oぬishi（Ohbayashi Corporation）一49一一軸圧縮kgf如25 沿Y yyV Y54嘩 体．与i、0 表一1 EPS規季各 ように、寧前にEPS割り付け図を作り、所定．の寸法に切断したEPSブロックを配置した。冨度（詫9／m⇒ また、試験体と試験体の境界・部分は、絶縁部としてi8烈グリース層を設けた。寸法 幡町縦2000幻1横Iooo窯7原さ500士Q5臨強凶9シc諮） 燃焼性06 以上自巴消火性（5％ヒズミ EPS側面の保護、ならびにEPSブロックを一体化する表一2 側壁材の概要ために、表一2に示す3種類の側壁材を用いて、EPSを貫通したタイバーにより盛土，金体を拘東した。（図一3）名 称 以下に壁面の材料について述べる。趣是断 面 蘭隅｝ブレキャストパネル プレキャストパネル…一工場生産された中空モルタル版鰻魔形鍮で比較的軽量であり、現場での切断なども容易であるたげグキブレーの陥レタノ鷹（フ7ブリフォーム1め施工性に優れていた。 軽量型鋼（デッキプレ素 材（kg／細》 614へF㌍颪、・ 一55モルタルr5鋼 振500ナイOン布ナ伽ンP一フモルタルート〉・…・長さ3mのプレ 平翻図一トが、1枚当たり25 16，0 a部詳細図デ7キブレートkg程度と雰常に軽いため、金て人力での施工が可能であった。 場所打ちモルタル壁（ファブリフオーム）・・…側面鴎出来上，カ｛り厚さカ｛、 10 鉦cm程度となるようにナ角型鱗管εPS！ x x32・ゴムバ，キンイロンロープで補強し c部詳細図たナイロン袋の中に、 7アブリ7才一ムモルタルを注入したものである。｛グリース層）EPS盛土上面にお1設した厚さ10cmの床版コン図一3 試験体の概要写真一2 偵理壁工写真一1 EPS積み立て状況一50一 クリートは、上載荷重をEPS盛土へ均等に分布させるととに、EPS盛土表薦の不陸の整正と保護を目的に設けたものである。床版内には溶接金網を配置し、各々の試験体毎に縁切りして作成した。 載荷板コンクリートは、浮上方式鉄道用ガイドウエイ死荷重に相当する重さのものであり、以後の動的載荷試験時に設置する、起振機用アンカーボルトを埋設したRC構造版である。 試験体の施工中ならびに完成後の放置期間と共振試験中に表一3に示すような動態観測を行った。観測計器の配遣を図一4に示す。このうち、沈下計の写真一3盛土完了観測はレベル測量で行ったが、その他のものはスト表一3 観測項目一覧レインメーターで行った。測定項目 動態観測結果を図一5に示す。このうち荷重は試験工事前の状態を基準（0ソm2）として表したものであり、掘肖ilによりマイナス側へ移行し、その後の側壁、床版の施工で第1回目の増加が、載荷板の施工で最も大きな増加が、また45ヨ目の増加は起振機の設置に自 的沈 下 計地盤の沈下伸 縮 計発泡スチロール各部のひずみ土 圧 計発泡スチロール盛土下面と内部の応力 （鉛疸応力）間隙水圧計地盤内の間隙水圧ひずみゲージタイPッド部の応力（横方向応力）よるものである。 1）地盤の沈下…嫡・ここで、測定の初期値は、 EPSブロック積み立て完了後の値としたが、測定初期に認められた浮き上がりは、 メタンガスの発生による影響と考えられる。荷重の増加に伴い、沈下は増加しているが、 載荷板コンクリート打設時に最も大きな増加を示し、その後は落ち藩き傾向を示している。沈下傾向は瞬時沈下が大きく荷重増加による地盤のせん断変形に伴う沈下が多くを占めていると考えられる。図中、破線で示したのは、試験区域付近の沈下傾向を示したものである。 2）EPSの伸縮一施工各段階の荷重増加に対応した収縮を示している。雨試験体とも収縮量はEPS隈さ3m当たり約10mm，0．3％の圧縮ヒズミとなつた。 3）土圧…・載荷板コンクリート打設時に最も大きな増加を示しているが、計器設置位置の違いによりこの値は大きくなる、一部計器には応力が集中したものと思われる。 4）間隙水圧一多少の変動はあるものの、設置後、ほぽ一貫して静水圧に相当する値を示していた。 6）タイバー張力・一側壁設置後、約200Kg／本程度の張力を目安としてナットの締め込みを行ったが、 D一ヨ D−2 D−3 D−4曇 一 鑓LxCT湘皿隔隅趾x……辿◇◇一お58逓◇＼P両一）Eだ並xCT−2鋤x12逓迦W l図一4 動態観測計器の配置一51一戸SP−8SP567凡 倒 ヒズミゲージ測定値の変動が大きく均一lQな値とすることはできなかった。また、猛哩 一荷重 O縮側の値を表示する計器もあった。これは、己幽一り瀦｝ 鱒 幽 一10タイノ｛一とf則壁、長手プラ洵タイノ｛一などとBバーへの応力の集中は認められなかった。艶oRの変化は±300Kgfγ本と比較的小さく、タイ20 30 40 50O ⑭沈下伽︶め込み後の値を初期値としたその後の張力（注：原地盤面を基準として）O IO051Ql5の接触の影響と考えられる。このナッi・締ブレキャストパネル デプキブレート ll團，臨6 まとめ『｝∼一一一一一一ユ舳 今回の試験で以下の様な点が明らかとな○つた。 ％伸 ④ 1） 軟弱地盤上のEPS盛土体の連続性を保縮 O o 5眠撃 ⑫ 持するためには、剛性を持った基礎（薄い璽（㎜） o RC版等）が必要と思われる。lO⑧ ⑧O O國O o餓醜 拠 2） 盛土全体が非常に軽量であるため、 側壁などはできるだけ軽量な部材『とし、言斐⑲ ⑤ の＠ ⑧＠鴨 計、施工に当たっては重量バランスを考ロ慮 したものとする必要がある。 3）地盤に対して増加荷重が少ない設言†を口 O 口 行えば当然の事ながら過剰間隙水圧の発生、 は無く、軟弱層の圧密に起因する沈下の問 土 題は無い。 圧 4）荷重の増加に伴う水平方向の応力の増 加は、非常に小さなものであり、静的には（k賄δO タイバー数量は大編に減らせると思われる。 間 10 隙 5〉 荷重の増加に梓いEPSの収縮が発生し 水 050（kgf％のCD co範 ＠⑳ 圧 ているが、増加荷重1t／m2にたいして0，3％ と、小さな圧縮ヒズミで収束した。 Q2 講辞 EPS盛土構築にあたり御協力を頂いた、 Ol 張積水化成品工業（株）手塚久雄氏、三菱油化バー ○ カディッシェ（株〉遠藤紘氏・（株）オカニ沖村雄吉（称∫Ol器國器謡Oo♂④ 魎囲 田o鼠留，義氏に紙面を借りてお礼申し上げます。 ”Q2 −03 参考文献 村田他、軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土、の振動及び繰返し載荷試験について、第24膨土質工学研究発表講演集、1989一52一−図一5 動態観測結果
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- タイトル
- 軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の振動及び繰返し載荷試験
- 著者
- 村田修・安田祐作・館山勝・菊地敏男
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 53〜56
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30066
- 内容
- 第24圓土質工学研究発表会H−6（東 京〉 平成元年6月19軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の振動及び繰返し載荷試験（財）鉄道総合技術醗究所 村舶 修 安田 祐作 舘山 勝（株）大林組 技術研究所 ○菊地 敏男王．はじめに 発泡スチロール伍PS）を溺いた鉄遵盛土を実物規摸で軟弱地盤上に構築し、起振機を絹いた水平、上下方陶の振動特性の把握、列車走行の繰返し荷重に対する盛土及び基礎地盤の沈下、傾斜等の性状の掘握を目的とした試験を実施したのでその結果を報告する．試験体はEPS盛土をデッキプレート（軽量形鋼）とプレキャストパネル（軽量モルタルパネル）の側壁で保護した2種類である．なお、この研究は運輸省補助対象r磁気浮上方式鉄遂技術開発」のうち「営業線ガイドウェィの開発」の一環として行なったものである。2．地盤及び試験体の概要 試験体作成場所での土質柱状図及び弾性波試験結果を図一1に示す。地盤状況はG L−13m付近の砂礫上にN値が0に近い（Vs・50∼80m／、）腐植土、沖積シルトが堆積するという単純な構成である．試験体の形状及び寸法を図一2に示す。窟n試験体は高さ3m、幡4m、長さ4mのブロックを3個と、これら試験体の爾側に編2mのダミーブロ・ソクを設けた全長16mのEPS盛±である。長さ4mのブロックのうち2個は、側壁がデッキプレートとプレキャストバネルであり、残りの1個とダミーブロックは場所打ちモルタル壁（ファブリフォーム）である。各試験体の間は盛±体を貫通させたタイバーによって拘東し、各試験体の境界部分にはグリースを塗布して縁切りしている。また、各試験体の上薗には厚さ0、5mの載荷板コンクリートが打設されている。3．計器配璽及び計測システム 共振試験に硝いた計器の配置を園一2に示す。加速度計は2種類の試験体の盛土中（一3X・Z，一2X・Z。一朕・Z−5RZ，一5RZ2，一4RZ，一4RZ2），デッキプレート側の地盤中（G−2・X・Y・Z），壁より25、6m地点の地盤上（デッキプレート側）、壁より23、3m地点の地盤上（プレキャストパネル側）である。この他タイバーにひずみゲージを、また盛土上に光学式変位計を設題した．各センサーからの波形は、それぞれ専絹アンプで増幡したあと、ディジタル式データレコーダに収録した。また、計測時における共振曲線の作成は、アナライザー，パソコン，プロッターを絹いた。収録したデータは実験後、計算機により解析を行ない振動数，振幅，位相Vs；m！辱の読取りを行なった。深度 繰返し載荷試験に罵いた計器の配置を図一3に示す。計器はタイバーに取付けたひずみゲージの他、沈下計，伸縮計，間隙水圧計，土圧謙である。デ土質構成（m）0日5σo40騒 土y ゾyY γータの収録はディジタル式ひずみ計からGP−I Bを通してパソコンで実施lo（w癬｝腐極土Fγした。544．試験方法γ Yγ一一僧 一幽 一 ｝一¶ゾ（1）共振試験㎝ 轍 備シルト一 皿一 一 共振試験は2っの試験体において水平方向、上下方肉で実施した。水平方向の加振源としては、7．5ton起振機（V7．5−10型）を胴い、上下方陶では監＿目5＼y』 一！…596ton起振機（狂X−2000−DC型）閑いた．当初、水平方陶・上下方向とも起㎜ 一129 Y146一 『O oρ oo＼o o＼oシルト促リ砂シルト砂 蹄シ几ト混リ砂 礫o振カー定（2ton》で実験を予定したが、起振機の性能上水平方向の場合2iセ以 ＊Vpは各層rご1φ00皿／8降、上下方向の場合洲z以降を起振力とした。また、水平方向では変位が大 一Studyonむhecyclic1・adingtestandtれeresonanttestofthe紅estemba臓k鐙entmadebyusi蓄1gEPSon七hesoftground：αMuraしa，Y。Yasuda。M、rateyama（RailwayTech職icaiResearchh｝stitute），T．Kikuchi（OhbayashiCorp，rech、Res．Ins紅．）一53一 きくなったため20甑gで実験を行なった．振動数のピッチは水平方向、上下方向ともe識∼0，3肱とし、共振点付近はさらに細分した。加振した振動数の範囲は、水平方向の場合0．5∼1甜z、上下方両の場合O，5∼20Hzである。（2）繰返し載荷…式験 実験は2種類の試験体における共振試験のあと、デッキプレート部で実施した。加振源は上下方向嗣の起振機を馬いた。測定は設定した繰返し回数になった時、起振機を止めて実施した．設定した振動数は1開zである。起振力は当初3．3tonで実施したが、59万回の載荷でも試験体の沈下量が少なかったため、以後の起振力を6tonとし合・計100万回実施した。5，実験結果（1）共振曲線 デッキプレート，プレキャストパネルで作成した試験体、地盤中及び近傍地盤における代表的な測点で求めた共振曲線を図一4から図一7に示した。共振曲線は応答加速度を起振力IKg当たりに燈準化している。 図一4は水平加振における盛土内水平煽速度の比較である。この図より、2種類の試験体に共通して現われる顕著なピークは、L6翫，5｝lz， 40 単位＝閉 凡 例D．5Rzr㎜Tr 1一成分P−5RZ D−5RZ2上部から底部になるに従い小さくな加速臨鱈二成分 P−5RZ2 1三成分っていること、2種類の試験体を比較すると、各ピークの振幅はデッキプレートの方がプレキャストパネル記弩測定項目◎O⑫8｝iz付近であること、振幡は試験体 ． ZG−3x（256殖）．ザ．L五G−4x（233恥）丁D−4RZ 働D−4RZ2より20％程度大きいこと、等がわかる。歪ゲージ（張力）＝ ×光学変位計沈 下 計伸 縮 計間隙水旺計土 圧 計圃⊥◇φG−3X；D摂！馳盤上P−4RZ P−4RZ2 図一5はロッキング振動の影響を ㊨ G−4X，鈴卿飽盤上G 4X津卿飽盤上 ＠晃るために、試験体上端の左右及び 2、0 4．0 4，0 4．0 2．O下端の左右の上下動加速度を比較し 起振機煕城慨たものである。この図より、2種類OP−DD弓×Z P−3×zの試験体に共通して現われる顕著なピークは、1聞z，5騒z付近であるこz ⑰ ◎ Xと、瀟は錦の鮪（又は欄の」」左右）において若干の差が見られ、××XX◎X㊦D−2XZP−2X，ZP−IXZOP−P×X。XX㊨X試験体が完全な剛体でないこと、2 ロっの試験体を比較すると、各ピーク おε G−2×，z 齢デッキブートの振幅は全体的にプレキャストパネ 魎 ②ヴレキャストパネルD一こと、等がわかる。試験体内上下加速度の比較である。この図より、2種類の試験体は共通して9∼11．翻z付近をピークとする起振機D−12に毘られること、等がわかる。振幡は両試験体とも8∼雅z以下において試験体上部と底部でほぼ等しいが、D−2D−1S−1 Z ロ ｝S−2×」 r 惇 鴨CT山形の形状を示していること，ピークはこの能に、訓z，13Hz，17巽z付近（D・ファブリ7オー一ム図一2 奪試験体の概要，共振試験の計器醜置ルよりデッキプレートの方が大きい 図一6は上下加振の場合における1X，Z鍾SP−1催 Z⑰，」◎ x SP−4 x CT X◎（DSP−3 1，2，5 SP一 駅＼pw−2働へ胆 勉 図一3一54一繰返し載荷試験の計器配置 この振動数以上では上部が底部より 8き ブレキャストバネルデッキプレ」卜大きくなる．これは試験体の軸ひず 3みが発生していることを示していミiD−3×印P−3× 石δ 尤盛土上部においてほぼ同程度である、、／．縮託，＿一る。また、2種類の試験体の振幡はg 一2× の 図一7は水平加振の場合における OO試験体底部、地盤中及び周辺地盤のと、舗z以上から増加する傾陶にあ璽 ぺ るが・G−IX・G−3Xの振幅は低下して喜φいる．これは地盤の車越振動数以外 の1次卓越振動数は1．6財と推定され れる。 O8デッキブレート＞ 履解解く呂oP−4RZ2ン D・4RZ○Oo 8（Hz）IO 2 4 6 図一5盛土内上下加速度の比較（水平加振の場含）8デッキブレートプレキャストパネル呂σ D−3Z 難 劉（・7∼㎏＝2 ＼’いψ一v｝〉 ＼＼P−IZ4 P−3Z 一 一 、鯛’ク ＼P又2Z＿く於ノ“へい P一ほ ハヘヘ o l6 20 0 4 8 i216 208 12 o図一6，｝・− ｛Hz）盛土内上下加速度の比較（上下加振の場合）じ）？8ま測 壁 旨、…9隔2x ，i ／l D胴1× 房〉r慢罷3×G−1×却、読rン、．ど＿、の誘鷹方向るためと患、われる。 Q8く呂z）iOひぺ11、5駝のピークの減衰定数は22∼24離擦等によりエネルギーが消費され P−5RZ2 P『5RZ2 4 6が、水平方向騙z，上下方向105∼ 8 9、 灘、環監緊 《1・ 7’一声 D−5RZ、＿％と大きな値となっている。これは量ゆ ぺ け振動数が高くなると各ブロック闘の石Qプレキャストパネル㎝ 濠D−5RZ2 試験体上部における各共振曲線の＞＿ 呂σピークより、減衰定数を1／！2法で｝ピークの減衰定数は5∼7％である8（Hz）10盛±内水平加速度の比較（水平加振の場合） 2求めたものが表一玉である。表より の水平方向 1．6Hz，上下力向服zの σ0球、畏ミ㌔！響一’ ．！一1、／ 8（Hz｝IQ OO 2 4 61㌧／ ＼ ノ裂の振動が地盤を伝播する際に減衰す o OQることを示している。従って地盤の（2）減衰定数 一！’薗へ’一2 4 6 図一4共振曲線である。この図より、0蛙X 四 6とG−2Xの振幡は1，6Hzのピークのあ9o φ縮緩1畠6デ序レ＿卜陶8あ水平上下o｝ブーレキャスト o 0 2 4 6 81日zllO（3）振動モード水平 バネル上峯網o．065．9o．192．6§．05田．51．5，ノ（目zle．24o．375．o0．192．9o．o了貸．o9．22 ＿7 地 の ・’ の凱） 表一1 減衰定数 共振曲線の代表的なピークにおける振動モードを図一8と図・一9に示す。図一8は水平加振の場合における振動モードである。爾試験体の振動モードはよく一致している。また1、甜z，5肱ではロッキング振動が卓越しており、このうち1．朋zは地盤の変形も大きいことから、地盤の卓越振動によるものと推定される．一方、8Hzは水平動に比較し、試験体上端の上下動が小さいことから、セン断変形によるものと思オ）れる．図一9は上下加振の場合における振動モードである。岡試験体において、2Hzでは各測点の振幅がほぼ等しく試験体の圧縮量も小さい、一方、田．洲z・1田z，1額zでは上部と下部の振幅に大きな差が見られることから、試験体が圧縮変形していることがわかる。また、この振動数では試験体中央に比較し左右の振緬が大きくなっており、重量の大きい側壁が狂P S盛土と異な・）た振動を示していることがわかる。（4）繰返し載荷試験 試験体底面のサンドマット及び地盤の沈下量，試験体の坤縮量，鉄筋の張力，地盤内の闇隙水圧，試験体内及び底面の土圧，等の測定結果を図一田に示す．図より、各測定値は繰返し載荷によっても大きな変化のないことが孟）かる・なお・加振時の動的振幅は試験体上部において、50万回以下の場含0．9mm程度，50万回以上の場合1、4闘程度である。 一55一 l q2」o｛9。1／k9） 02・Q（9d／kg｝ 02」o（9。1／kg｝十湛 t一イーi‘十 囎、幽ヌ，1工10．5Hzlr 02』oてgol／kg》11・OHz黛，“ ll ll，じし貿ゴ…ll刊算幽曽”1η13．0蹉z13・OHzi二1ユこ二轍ド1、 lr「llll頓 し．t一」1、涛丁 デッキブレート ブレキャストパネル図一8 振動モード（水平加振の場合）6．まとめ3．3し 共振試験及び繰返し載荷試験の結粟をまとめると次の通O 50 iOOりである。 （1）水平加振の場合、1、鰍z，5Hz，8Hzにピークがあり、1。舘zは地盤1次の卓越振動数、5肩zは試験体のロッキング共振、闘zは試験体のセン断変形によるも12．5一1απ1のと思われる。 （2）上，下方向加振の場合、2肱，10、5Hz ㊤ ゆ”o♂沈下 OQ o ゆ お ゆ㊤∴き梅差ゴ β0UHz，i洲zにピークがあり、 8∼鰍z以上の振動数で 8 伸は、試験体に盛土軸ひずみが生じている．また、重量の大Oψ 9・ 縮きい側壁と鼠PS盛±，は異なった振動をしている。 （3）O O O CDOO 置 lO（㎜》水平方向1．聞z，上下方向2肱のピークの減衰定数は5∼7 ll％であるが、水平方向5Hz・上下方向田．5∼1田zの場合は22 O 張 一〇1∼24％と大きい。 （4）田0万回の繰返し載荷においても、各測定値には大きな変化のないことが確認された、起振力＿馬繰返し回鍛 （×田，Dgo回） カQ O O O＼＿CT △ 為 血α凸 o贈含・・o。、製 ーQ2・ ム ▲｛t／体） 一Q3 間 lQ 隙 水05一 圧（kgむく‘πのO岨▲ムム炉ムks．3・3ム A㎜O O O ODOO O O O O㈱⑦ 9 9 6◎g o 9 ㊦ o o鵬㊨ ＠ o 脚Oo ⑦ ㊥ ⑬ ㊥ ㌧PW−1 ㌧PW−2 lO’ 謝辞 騒倉S盛土構築にあたり御協力を頂いた、積水化成品工業㈱手塚久雄氏，三菱油化バーディッシュ㈱遠藤紘氏，㈱オカニシ中村雄告残にお礼を串し上げます． Q5一 厩（k9正／繍》』 O＼一sP冊2繕諾乖1：13土碑㎜＜参考文献＞ 一 1）村田修，安田祐作 舘山 勝他；軟弱地盤上における発泡スチロール試験盛土の構築，第24回土質 工学研究発表会 田89鰯6月一56一
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- タイトル
- 発泡スチロールを用いた軽量盛土道路の振動測定（その1）
- 著者
- 篠崎亘・早川清・天野勲・竹下貞雄・松井保
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 57〜60
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30067
- 内容
- 第24懸土質工学研究発表会糾一6（東京） 平成元年6月20発泡スチロールを・用いた軽量盛土道路の振動測定（その1） ㈱建設企爾コンサルタント 正会員 O篠 賄 亘 立命館大学 理工学部正会員 早川 清 学生員 天 勝 勲 正会員 竹下貞雄 大阪大学 工学部疋会員 松井 保1．まえがき 最近、わが国では、発泡スチロール（Expanded Poly−Styro1，略してE R S）の土木的利用開発が脚光を浴 ”、21、3｝びている。E P Sは、その軽量性，耐羅縮性，耐水性ならびにこれを積重ねた場合の自立性などの特徴を窟し、軽量盛土工法，土厩低減工法および浮体工法などにより利用されている。また・E P Sは従来より地盤振動の間接的な低減射策として、地申壁材料としての適性も検討されているが、サンドマットのように用い 4》た場合の地盤振動の伝播特盤についての砺究は数少ない。 大阪府では、都帯計画道路の建設に採い、中央環状線の北行の立体交差化が必要となり・立体交差工事を施工するに器って、中央環状の北および南行き車道部分の閣にある高架橋下に2箪線の仮設迂回道路を仮設した。当地区の地盤は東大阪の軟弱な沖積粘土が10数斑の曝さで堆穰している。もし迂回道路が1∼2m厚の新設盛土により施工されれば、荷重が付加され、また、杭にネガティブリクションが発生することも懸念され、そのため杭先端支持力が許容値を上回る箇所が想定された。そこで、その軟弱地盤対策として、問題の簡所には超軽量の発泡スチロールによる軽量盛土工法が採薦され、すでに施工を完了して迂圏道路は供用されている。 本論文は、上記の高架下の迂回道路に敷設された4箇所のE P S施工猛闇と2箇所の一般盛土区間で、平闘遵路および高架道路の供用中の道路交通振動測定を行った結果についてまとめたものである。2．施工概要 図一1は立体交差と迂回道路の南側付近の平面図を示したものである。また、図一2は高架道路と迂回道路の漸面および地闇図を示したものである。なお、北行き立体交差の施工延長は595m（幅員8。i鋤，2車線），迂圏道路の施工延長は877．5m（輻員4．Om×2，2車線）である。 迂回道路が盛土により施工 大阪中央環状繍立体交差廷畏Lロ595mされる場合，高架橋の橋脚基 一ZEPS施L礎杭の支捲力がフーチング上浄ロ襯の橋脚である。そこで、種々の対策工について比較検討を信号北行き憲糠一㊥円4．， む 占）r・N 4O ・ く3 ・O ・ 部工剛o 申N 馴 毒円3由の円2⑭借号購行き康線「 こ上部工團地一﹃1繰鹸回るのは、P−6，P−8，﹄︳、侵の盛土荷重により許容値を上P−9ならびにP−12の4本書川P騨1 P¶9ζ 工『！㊥上部工目地＿一ド7 F・6ρ 鴨 榊 榊 喘 冊㊤哨卜5 P・4一 覗 確行った結果、E P Sによる軽＿髄回 ．．．．．の ，． ，の 。蹴土工法が・安雛施工ここ二＝二一く｝㎜圏｝㎜㎜㎜｝㎜性および経済性において優れ O loo絹 一ており、最適な対策工法として採用された。 図一1 施工平i面騰eas慧rementsfoでvibraもio織cbaracteris七icsof1隻9懇勧eightembankmenもroa6byEPS（Part1）；W．Shinozaki（Co捻structiQnProjectCQasulta盆ts，Inc．）K．Hayaka弱a，1．八mano，S。Ta麹es嶺a（Rits麺恥eikan齢vers三ty），T．得atsui（Osaka嚇versity）一57一 狂PSの蕩極工、は、OP（㈹兆行 1刊5①掘削，②敷砂（t南行壷ρもマ刊O竺15cm），③建PS嬬附“5娼了畷五x翼臓5oc皿） の手順でぞ予った。図一3轟まP−6橋脚l『4（罵Z V・臼一 r 匹llu〔一 一一4醜 ，Z） Epsの 1l l甲一2ファノレト舗装 （15lIlloで−20llI嘉訓一25−50 3 』一−55一∼｝3 遊X》膏︾ て−15路盤（43c醗），⑥アスlllS一膣，”︾一10↑︶︵目” 目lI肖］“﹃1酢1酢1﹃IllI獺ctc15cm），⑤賂体，ll犀噂麗阻旧卿5（ドio㎝，φ竺5匹o哺o断Illlllll覧llβ1﹃l繧1蓼“摯筋コンクリート床版＄一肇＄一肇〔xyz》﹃＠ブロック組立， ④鉄→G晶組5Dマ1置5 E、1＿」、 謄 一艦のE P Sの施工単臓図一2 横断および地層および断面を承した皿OV常毒長、曽むレペ，レ言うものである。なお、ロひ微択働計蛎・地守地震計図一3には後述の計△S一サー4ζ型むB鉱右！T 10，92σ 2、御測器の配置も承して （d）平面ある。P−9，蛋》一12橋脚の施工平面は，P−6と同一であるカく、 P−8橋脚につ と認一一＝一ム 亡門＿糊 1］u〔I uuuいては基礎のフーチ （b）敵面ングカ｛大きく、位、置もずれているため、図一尋 P−8橋脚の猛PS施工平面図一3 計器酉琶置およびEPS施二し図図一4に示す平薗形状で施工した。表一1に寄橋脚毎のEPSの施工揺膠 穐 EPS厚さ （m》厚さと図一3に示すβ盛土のP−5迂回道路の原地盤から舗襲面P−6までの盛土厚さを示す。表一1には、EPSを施工していないP−5，P−11橋脚の盛土厚さも示してある。表一2表一2 EPS諸元裟一圭 E P Sおよび盛土厚さ盛土彫さ｛m）項目備 考物 性1，三鰐 度O。02 t／銅30．4×3＝！．21。2吸水量0．16尺／三〇〇q團竃P−80，4x4冒玉．61。5疑縮強度1，10㎏f／伽2P−90。4x3編蓋，21．1形状寸法1．820×910×400㎜な しな しP−11P−120，4×2＝0．83。測定方法0．80。5褒一3計測内容はEPS材の物性ならびに形状寸法を承したものである。滋定茜爆 灘定成分 台数 設認位置簸勤レベル計 鉛巖成分〔6ヶ所》 測定臼は、迂回道路の供用から2ヶ月後の昭 微撮勤計鉛直成分（5漸）和63年7月30日（土），31日 （露）の2日閲で、A，B盛土の迂回道路および北行きの高架橋の供用中の道路交通振動に対して実施した。測定5％ひずみ備 考地裏面 増幅器が1台（6c卜）地 表 衝 であったため、全てを 3成分 （三ケ所） 同時に測定していない地中地震猷3成分 （三ヶ駒地表下1mサーボ覆 3成分 （2ヶ所）北揖橋纏Pる，6，12は払巾段で測定加速度計 P．8，9，11は申，下段で測定 宰鉛颪および水平2方向成分は、表一3に示す灘定器により、EPSを施工したP一王2，P−9，｝》一8， P−6橋脚ならびに一般盛土部のP−5，P−H橋脚で図一3に示すような計器醗置により行った。振動レベル計および微振動計は地裏面上に、地中地震計はハンドオーガーにより地表臓より1．Om程掘削してその孔内に挿入して設麗した。また、サーボ型加速度計は、P−5，6，王2橋脚一58一 においては橋脚の天端および中段，P−8，9，三1は中段および下段に石禽等で固定した。なお、測定は各橋脚毎に1時闘程度実施し、特に大型車通 予時を対象として全てをデータ・レコーダに言己録した。 また、振動測定と合わせて、迂回道路のA，B盛土及び高架橋の北，南行きの大型車の車速をストップウォッチにより測定した。4．測定結果及び考察 （1）車速：高架橋を癒行する大型車の車速は北，南行きとも70∼90㎞／h，A、B盛土、を遣行する大型車の車速は、P−12，11地点では35k無庫，P−9，8地点では40km／h，P−6，5では50kmん程度である。この車速の変化はP−12付近に信号が設けられているため、信号による停止から発進、加速されていくためである（図一1参照）。 （2）振i勧レベル： 表一4 L m値の一覧表㎜4はレベルレコ橋脚穐 巨P S犀さ V−1（Z） V−2（Z） V−3（Z） V−4（Z） V−5（Z） V−6（Z） 平 均 備 考 （皿｝ーダ上の振動レベ1レ値を5秒間隔100個読み取り、80％レンP−12P−11P−9o・8 圃画圃圃0，0 45．5 48、0 68．5 42．5L2 圓 圃 國 園53．0 64．055．9 上部工目地あり49．0 50、550、75王．0 45、548．8 上部エ目地あり45，1ジの上端の振動レベP−8ルL田を求めて承しL6 團 國 一 團47．5 45．0P−6L2 圓 圃 圃 團46．0 42，044燈9 」二部コこE…地ありたものである。表一P−50、0 40、0 40，5 44．5 40．041辱5 40、541、2（注）口内は爲PS敷綬上の値である。4に示すようにP一・12からP−5にかけて徐々に振動レベル霞70 3は低滅している。こ 議れはP−12付近の信￥60 V−6（Z》＼／一 議脳50ゼ畷 ∬一一 ＿口 V−5（Z》、 、 V卿2‘Z》 ￥ V−4‘Z） ぺ醸蝿⊇∼熱興40 v齢、／ 導V−2仁Z》 V−4（Z）めであると考えられ貯てある橋脚でE罫》Sτ60繍るための影響および→くる。 EPSを敷設しミ誌号から発進、加速す繍 脳50盛土厚さが異なるた饗4。3国70鐸 一 王皿 P刈1 R￡ R渇」 旺L P−5 Rご12 P卿11 E￡ R二旦 丑豊 P甲5 橋脚ぬ 橋脚晦図一5 各橋脚毎の平均L p値（高架遵路）図一6 各橋脚毎の平均Lp値（8盛土）敷設上に設けたV一1（Z）カ・らV−4（Z）の値はその他の値とあまり変化していない。V−4（Z）とEPSを敷設していないV−6（Z）の値を比較しても顕著な差はないと考えられる。したがって、εPSを施工したことにより特に振勤レベルが大きくなることはなく、一般盛土の場合と同じような現象が生じるものと考えられる。 図一5∼6は北行高架橋ならびにB盛土を大型薫が走行した時の6個の最大振動レベルLpの平均値を各橋脚毎に示したものである。これらの図に示すように、EPS敷設上の値と一般盛土の値にあまり蓬はなく、P−12からP−5にかけて低減している。これはLI・の値と同様に信号および盛土潭の影響と考えられる。 （3｝加速度値：図一7∼8は北行高架橋ならびにB盛土を大型車が患行した時の5個の鉛直方向の最大加速度の平均値を各橋脚毎に示したものである。これらの図から知られるように、最大加速度の分布には測定条件（交通条件，高架・盛土の構造，形状条件，測定場所の条件）の相違により、かなりの凹凸がある。したがって、各橋脚毎の振動値を詳細に比較しても余り意味はないと，愚われる。そこで、以下にはEPS盛土と一般盛土に大別して、各測定位置の最大舶速度の平均値について検討するものとし、これらを表一5に示した。これらから知られることを以下に笹条書きにして示す。 ①振動の測定位置にかかわらず、磁PS盛土の方が一般盛土よりも大きい加速度を生じる傾向にある。 5， この傾向は箋1物大盛土における振動測定でも確認されている。一59一 ②E P S盛土、と一般盛土の最大加速度の倍率を求めると、高架道路走行時では、地中6．0 地表1．9∼50 2．4，盛土道路走行時では、地中5．3，法肩 ！4△∼ ゆピ’ 、 噺胸瓜 ，’ 、 3．8，法尻2．2，地表1．9∼2．3となり、特に 、、☆’1 、㌣ 32〔z》八 地中での倍率が大きいことに特徴がある。 ③ 地中、法尻及び地表については、車爾の走、 、 、、∫〉G21ざlz） ＼ えられる。遡 次に、近接した橋脚P−12、P−11およびP−轟｛’、、 謡10 行道路による振動値の相違はほとんどないと考 、 ’ノ ￥￥ ’／窯 砥鍛56とP−5について、地中と地表との最大舶速度 、 ！ 、 ノ 麻 、 ノ ／ 、、 、 、 1 ／ 、 、『 、 ！ ／ ㎏ 、畷齪降の振動伝達比について検討する。これを裟一6に承した。表一6から次の2点の結果が得られた。 1①廼行道路に関係なく、振動伝達比はEPS盛土Q5一一歯一の方が一般盛土「よりも小さい。②EPSの有無に肥 P41 Rご皇 R澄 B￡ P”5よる高架道路と盛±、遵路走行時の振動伝達比は、 橋脚撫前者が約1／3であり、後者はバラッキが大きいが園一7各橋脚毎の平均最大加速度値（高架道路）平均では王／8程度とかなり小さい。5，まとめ㌣ ±木の新材料として漉目され始めてきたεPS＼ 、 Grlα》（雀O r諾C惚（z）ブロックを敷設した現場での振動測定を行った結篤3一果、E身Sを敷設したことにより振動レベルイ直は地中の結果に著しい。しかしながら、地中と地表との振動伝達比はEPS盛土が一・般盛土よりかな 惑！ ！ ￥ 、 ノ 、 、 、 ㌶ レ 、＼診ぽ磁膝’薯Q5顕著である。 これらのことにより、EPS盛土の表面部を直 王聖」 P−1像 ．Eご豊． R二旦 R二至Σ P−5 橋脚酌，接伝達する波動はやや拡大されるが、EPSの内図一8 各橋脚毎の平均最大加速度値（B盛土）部を経由してくる波動に対する低滅効果は期待でび加速度の結果について述べたが（その2）の研奨遜は、特に周波数 、 ！ ノ 、 、 、 ！ ノ！ 、 、 1り小さくなり、この様相は盛土道路走行時により また、本文では、振動レベルおよ 、 ／ ＼ c唱5（z》 、 ！ 月製最《畷齪済度は一般盛土よりも大きくなり、この傾陶は特にきるものと推i察される。 ノ甥5一般盛土と比較して大差はない。一方、振i動加速表一5 鉛直（Z）方洵最大加速度の平均値（爾1） 露定並認取周走行選 ［6引姦 架 遭 跡8．7 1．5（A，日1盛灘賂9．4 1。8分析を行い、聡P Sの振動低減効果 衰一6について発表している。 なお、本計測を実施するにあたり、法 潤地中（6L−1曙）lC響1，C層314ひ1 1辱1法 尻lC・21賄 浅地 表lC甲51［C”413．6 2．ユ2．8 1．52．1 0．93、3 1，53．9 1、72．O I．1 lS下2126，025．4（注）各欄の左側がEPS盛嘉宕側が一般盛土の敵健を示す．地巾〔G−1（z）1と地衰1ひ5（z）iの振動伝達比 繍 脚 翫P一三2P−UP−6取賜走行遺路P−5絶大なご協力を頂いた大阪，府枚方土高 違 遊 路O，158o．4銘0，300O．836木事務所の方々に感謝致します。A盛土滋路B盛土道路0，：26o。捌0，oa81．490，082o，6000．2α01．G5 1参考文献1掴翻中央部 発泡スチローノレを｛寛う新しい工法，基礎工，1986年1月 1）三木 五三郎＝ 発泡スチロールを用いた工法の施工倒，土と基礎・Vo1急5 悔4 昌priL1987・ 2）東 滑 和； 魏スチ。一ルを隙・た轍盛土厳の動服蹴果襲工，ig88年朗 3）松井 保他＝ 納スチ。沸によ磁賑勤嚇繭策。こついて，知23阯監学確撒会・ 4）馴1！清 昭和63年6月5）三粗螂他溌泡ス知一ンレによる遵騒土の交擁轍桝る麟醸性灘23蹴監学 研究発表会，昭和63無6君 発泡スチ・一ルを隙・綴量盛土道路の振輔定（その2｝・第2掘預工学 6）天野勲他＝ 研究発衷会，単成元年6月，一60一
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- タイトル
- 発泡スチロールを用いた軽量盛土道路の振動測定（その2）
- 著者
- 天野勲・早川清・竹下貞雄・篠崎亘・松井保
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 61〜64
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30068
- 内容
- 第24園土質工学研究発蓑会（東 京） 単成元隼6月H−621発泡スチロールを爾いた軽量盛土道踏の撮動測定（その2）立命館大学大学院学生員○天野 ．動立命館大学理工学部正員 劉目 清 同 上正員 竹下貞雄㈱建設企画コンサルタント正員 篠蘭 颪大阪大学工学部正興 松井 保1． まえがき 繭報Dでは、測定結果の一般的な振動性状に関して述べた。本報告は、引き続いてEPS盛土および高架橋の振動伝播特性について考察したものである。内容は、曝越振動数、！／3オクターブバンドスペクトルの相対加速度レベルと振動伝達比による振動低減効果の判定、地表面と地中での質点の運動軌跡による波動の伝播状況である。なお、測定に関する詳細は煎報を参照されたい。2。 測定結果及び考察 2， 1 掘動特｛生に＝っいて’ 各ビアにおける大型車走行時の加速度波形に対して、拶FTアナライザによってパワースペクトル分析を行い、最大ビーク値の振動数を卓越振動数どして求めたものが表一王である。この表によれば、全体的な傾向は以下のようである。 （1） 高架道路走行時の振動特性 橋脚天端のS1（Z）では、大型車の路面走行時に生じる16融付近および伸縮部通過時に生じる40醜付近の掘動数が卓越している。これらの振動は橋脚の中間部S2（Z）と底部S3（Z）にも伝達されており、40∼50Bzの振動数力‘卓越している。 次に地表面のC4（Z），C5（Z）における振動では、上部工に継目があるP−6，9，圭2の卓越振動数は、伸縮部による影響のために橋脚と同じ40∼50目zにある。一方、上部工が連続しているP−5，8，11の場舎には、10∼20漁とかなり低次の掘動数になっている。 地中G1（Z）にっいては、継目のある橋脚と同じ49∼50地が卓越するが、連続している橋脚では主桁の固有振動数と考えられる3。5∼4．8Hzの低次の振動数が卓越するという特魚がある。 以上より、高架道路特有の振動数は明確になったが、EP Sを埋設した場舎とそうでない場合の掘動特性の差異はそれほど明確に生じなかった。 （2） 盛土道路定行時の掘動特性 盛土道路の場含は、地表面および地中に関係なく、全測点において鮒∼20鹿の振動数が卓越している。これは、盛土道路を定行する大型牽岡のバネ下撒動特性に起因しているものと考えられる。一般盛土では、特に地中の．卓越頒動数が28∼38Hzとなり、EP S盛土の互0∼2朋zに比べて高くなっている点が特徴的である。 また、盛土の法肩の加速度は、P一王2を除外すれば盛土高さが増加するにっれて大きくなっている。篇三 由（単位：蕪z〉簡 架S1（Z）P一互216．8S2（Z）S3（Z）46．7鐡土A盛土 BC4（Z）C5（Z）Cl（Z）C4（Z）C5（Z）C4（Z）C5（Z）19．o18．942．ei8．0…2．0三5，0葦3．o16．364．0i2．514．04．813．0三1．510．310．318．3歪5．314．o13．528．349．519．514．817．017．O三4．822．813．812．813．5P一…1姐．348．310．5i1，3P−9P−8碧一6P−547．761．349．o34．843．296．3G1（Z）G正（Z）C3（Z）C2（Z）Gl（Z）28．014．822．74．513．310．313．013．013．e17．615．3三5．e16．359．012．748．049．749．015．O14．814．515．316．314．512．0三〇，810．818．316．765．O20．53．571．317．015．o37．860．895．314．8三4．535．3門easure田entsforvibrationcharactar孟sticsofllght−weig歴tembank獄entroadbyEPS（Part2）；1．A田ano，K．Hayakawa，S．Takeshita（Rlts臓eikanUniversity）響．Shinozaki（ConstructionProjectConsultants，lnc．）T，Hat瓢（Osakaじniversity）一61一 2．2 地表面および地中での質点の運動軌跡 地表面C5（Z）及び地中G1（Z）では振動の3成分測定を行っている。これらの記録より質点の運動軌跡を表したものが図一1∼3である。 （1）高架道路によるもの 図一1（a）は一般盛土の地表面での事 ∼ ・『6，例であるが、レでレイ型の表簡波の運動「・軌跡の特徴である反時計廻りの楕円軌道扁＼／を描いている。一方、図一1（b〉（c）はEPS盛土の地表面の運動軌跡である。o”ゆ4これによると、軌跡は上下方陶成分が吸収されて、見掛け上、水平方陶（X方1句）一般盛1一般盛ヒに拡がる傾向が見られ、この傾向は模型ノ実験斜でもすでに確認されている。次に、甲04水平と垂直方向の加速度比をとってみるr“P｛厭臓；曜・1》zと、それぞれ1：1．1，1：2。6および1：3．9と〔b｝皿）なる。また図一2（a〉（b）は地中での運動軌跡の一例である。岡方とも形状はや1や崩れているが、地表と岡様に反時計廻りの楕円軌道を描いており、地中（深さ1Io補oxm）でも表面波が伝播することがわかる。 （2〉盛土道路によるもの噂10 盛土道路の3成分測定では、逢行する￡P窮両が測点（MおよびG1の輿横を通過し｛驕口＝‘●PS盛．t図一2 地中の運助軌跡（高 繋）た時の波形を分析しているので、高架遂路のようにEPSの埋設の有無による運動軌跡の変化はないと考えられる。図一3は、盛土道路走行時の運動軌跡の一例である。この図より、動き始めは実体波の特徴である縦に細長い運動軌跡を描き、その後で反、時計廻りの槽円運動をしている。つまり、盛土道路を棄岡が走行する時、まず実体波が伝播し、続いてレイレイ型表面波に変換される伝播形態を経ているものと考えられる。図一 嬉凝瀬の運動軌跡（高 架》図一ご 地中の運動軌跡（盛土B） 2．3 振動低減効果の検討 EPSの埋設の有無による振動低減効果を判定する手段として一④方法：相対加速度レベルの1／3オクターブバンドスペクトルによるもの ⑧方法：加速度の振動伝達比によるものを用いた。前報でも述べたように、各測定ビアでの加速度値にかなりの変動が生じていた。ここでは、④方法では、1／3オクターブバンドスペクトルに対して基準点でのバンドレベルの最大値を0（dB）として表示した。また⑧方法では、各測点の加速度レベルを1／3オクターブバンド毎に基準点での相当値との比をとって、振動伝達比として表示した。これらの場合の基準点は、高架道路では全てのピアで測定を行っている橋脚中間部S2（Z）、盛生．A，Bではそれぞれ測定側盛土の法眉のC1（Z），C3（Z）とした。一62一 （工） 商架道路における検討 ④相対加速度レベル3図一204の（a）（b）は、一般盛土P10−5とEPS盛土P−6にお胆 oける結果である。一般盛土では、C4（Z）のレベル値は1側z9融磁レー20◎B−50 麟一4 i／3オクタ・一ブバンドスペクトル （高架）2 4｝5153噸SI（ひ、動伝 o。5遅磁ゾ鳳溜聾比｛c4くz）、㌧串SL｛Z｝賑 25勧覧9ノ轟C5｛Z，｛Cぐ（Z卜飴 2ε4C5（Z》！卜、比 竈5Gと（Z｝ o G暑〔Z》一’，r，冒一c5o、5、ン、一監 ⑧籔動伝達比3図一5の（a㌔ （a）一般盛土 （b）EPS盛土表面C4（Z〉より約10dBのレベようである。・隠GI｛Z｝ 60 IO 筆00 1 10 100なっているカ‘、圭6∼80月zて鷺までは逆にレベルが増大されるも戦4C5〔Z》よ！3オクタrフ“パンド中心撮9繊 〔敗｝ 王！3巧クタrフ『バンド中心賑動談 ｛頃｝S2（Z）より大きなレベル値とル低下があるが、E P S盛土卓C4〔Z，d1一50，C5（Z）、地中のG1（Z）ともに中G1（Z）では、玉6紅z以上で地’、も ノ入 G1（ど）♂一一S2ζZ》噸凝轟C5（Z，1レ＿50一方、EPS盛土の場合には、∼40d8である。一般盛土の地鳩』・弓oF 『》『1’3．2∼6．3Hzで地表面のC4（Z）差が大きくなり、この差は10一C4〔≧，9、B陶4cけ 一20》度ベルとなっている。この傾向はC5（Z）でも岡様に見られる。S2（Z）の上昇とは逆にレベル一s2ω凶 一、odゆSiω鳴一10、﹄の傾向にあり、16∼8蘭zではS2（Z）よりも4∼12dB低いレo曲SL（∼》l︳40イ寸近まではS2（Z〉とほぽ問様10 o 聾0 10Q 10 100圭ノ3署クターフ バンド中心畷肋救 〔陀｝ 工！3オクターブバンド中心振動鮫 （陀） （a）一般盛土 （b） E P S盛土 図一5 振 動 伝 達 比 （高架））（b）は振動伝達比の代表例を示したものである。この場含には、EPS盛土、一般盛土ともに、411z付近での振動伝遠比の増大が顕著である。これは高架道路の主桁の固有振動数に近いものではあるが、むしろ地盤の掘動特性に影響されたものと考えられる。一般盛土の振動伝達比は、地表面では16∼80Hzの領域で平均的には0．8程度であるのに対比して、EPS盛土では地表薗、地中ともに振動数の増加にっれて掘動伝達比が低下しており、爾者の差は一般盛土に比べてかなり小さい。 （2） 盛』土道諮における検討 ④相対加速度レベル＝図一6（a）（b）（c）は大型車満の盛土走行時の1／3オクターブバンドスペクトルを示したものである。高架道路の場合が、橋脚とフーチングを舶振源としていわば圃定発生源的に波動が拡散されるのに対して、盛土道路上の走行車爾は移動発生源になるので、解釈がより複雑になっている。 傾向として理解されることは、①盛土の種別に係才）らず、地表面には法肩と岡じ振動性状が伝達されている。②一般盛土、EPS盛土ともに、40財以上での地中の加速度レベルが法眉のものより大きくなっている。③一般盛土では、6∼12・5Hz以上（A盛土）、6∼2鰭z（B盛土）で、地表面、地中のレベルが法肩よりやや増幅されていることなどである。 ⑧振動伝達比書図一7（a）（b〉（c〉は盛土道路の場合の振動伝達比を示している。全体的に述べられることは、①一般盛土では5Hz及び8∼1eHzでの振動伝達比が1．5以上になる。これは上述の③を再確認している②EPS盛土での振動伝達比の凹凸を平滑化して考えれば、4∼60Hzに渡る広域の振動数領域で、撮動伝達比は0，8程度に1分布している。一63一 o o20 象0旧筆o《、z 由C2ψη，、 卓c41θ棄駐＿20騨ノ し 年C5ζ∂」’』ゆ厚50，Fヌ’『‘肉C3〔Z）唱”zo＿50旧＿50F501＿40一20瞬一20かc覗）度＿30轟c5〔ρゴ・Glくz，ゆc510もー40ルー40B憎60隔7010GiO IQO iO IQO ⊥！3フrワタ榊フ’てント甲心賑鋤貯 凪zl上／3オク9一フパンドF中心匿動絞 ｛｝セP （b） EpS盛上（皆詮上A〉 （琶〉 毅盛ほ・剛Gl｛ひr501＿50 峯o 峯DO1／3胃ク9一フバント解】・）照動版 ⇔じ1命C2の’対為 曽50曽50−50騨專o旧c岨）夢宣 』Gl是ど》Cl｛ρ鰐曜》 Ypη鳶度︳30レ■、ル胆一10 0 0旧対瞬’η旧 董宣一‘o■レ鴎 雨G，【Zl，：へ’一（c） EPSヌ盛L（翌注土B〉図一6 1／3オクターブバンドスベクトル （盛 ．扮 2 2 22乳1覧」膨！タ肋遍比 GLのoC5ωJl・ゆG匠ω o一〇5曽051／3πク9一フバント甲・い脈1脳9 ｛｝セ， （a） ・般盛 熱命C4ω昏C5｛ど｝1西1し o・Glの解05彌1 10 1DQ05鯛 05勉o解051ζ oφc2ω取 崎縣。9〆ノ乳 1黛1し “c51z，遍比 o−05 051言05勃 05餌爆討、、涯、し聯￠4の 簿四ゆC覗｝縣鯛 親舵陪 ノー、耐c2の四肋1言重臣15 15 15、 1515 睾oo 睾o o ooユ！3刀ク9一フバント甲ひ猟輸詮 （b〉 El｝S｛藍」“〔殴，（盛」．A）｝ 10 …OCよ！3”9一ブパンド甲心振賜望耽｝（c） EPS戚上（∫謝二B）図一7振動伝選比（盛土）3． まとめ 以上の分析結果より次のようなことが理解された。（1） 高架道路の卓越振動数は上部工の特性により大きく相違し、継目部では40∼50翫、連続部ではio∼20 駝となる。後者では、主桁の固有振動数である4∼5駝の低次の振動数も地中へ伝達されている。（2）盛土道路では、車両のバネ下特性に起因する10㌧29Hzが卓越し、一般盛土では地中の振動数が28∼38 Hzとやや筒域になっている。（3） 高架、盛土道踏ともに、質点の運動軌跡はレイレイ型の表面波の特性を示している。（4） EPSの振動低減効果は、高架道路では王6∼80Hzで6∼28dB、盛出道路では50∼80H2で6dE程度と見 なされるが、変動編が大きいので必ずしも明瞭ではない。 今回の実灘調査では、測定場所の制約から、高架道諮・盛土道路に直角方晦の振動の距離減衰特性等を求めることができなかった。 また、道路の構造形態の相違によると思われるが、盛出自体への振動の加掘力にかなりの変動が見られたので、EPSの有無による振動低減効果を定量的に明確にするまでには至らなかった。 著者らは、今回の結果をふまえて、E P Sによる振動低減効果をより定量的に把握する目的で、実物大規模の現場実験を計画している。これらの成果にっいては、追って報告したいと考えている。（参考文献）1）篠崎亘他言発泡スチロールを用いた軽量盛土道路の振動測定（その1）第24回土質工学研究発表会 平成元年6月，2） 単川 清 3発泡スチロールによる地盤振動の低減対策にっいて，第23回土質工学研究発表会， 昭和63年6月，一64一
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- タイトル
- 裏込めに発泡スチロールを用いた構造物背面の水平土圧
- 著者
- 久楽勝行・青山憲明・竹内辰典
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 65〜68
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30069
- 内容
- 第24回土質工学碓究発褒会日一2（東京〉 平成元奪6月22襲込めに発泡スチロールを馬いた構造物背面の水平土圧建設雀土木研究所 正員 久楽勝行 〃 鑑員 ○ 胃山慧明 〃 正員 竹内辰典1．まえがき 発泡スチロール（以下E P Sと呼ぶ）の超軽量牲・自立性という特徴を生かして、橋台や擁壁などの裏込め材として利馬して水平土圧を軽減するこ，とが考えられている。しかし、水平土圧軽減に関しては、どのような形状でEPSを積み重ねると水平土庇がどの程度になるのか、あるいは上載荷重によって水平土圧がどの程度増加するのかといったことは、いまだに明確にされていない。そこで、発泡スチロールを襲込めに用いた場合の構造物背面に作用する土圧を解明するために、高さ6mの擁壁の背面にEPSを積み重ねて、静壷土圧および主働土旺を測定する大型擁壁実験を実施したので、ここに報告する。2．実験方法一10、0一一一一一一一一一一10．0一＿（11実験装置平穫邸オ 実験には、翻一1に承すような大型擁壁実験装「置を用いた。土櫓は・幅8m・奥行き20m・深さよバネル蔽荷郵1・6mの寸法であるが、後部10mは、深さ4mと・中パネルなっている。実験壁は、中央部に土圧測定壁、そ6の爾馳にダミー壁で構成されている。測定壁は、下バネルさらに上、中、下の3つのパネルに分割され、これらはそれぞれピン結合された水平荷重計および、鉛薩荷重計を介して支持フレームに支持されてい油圧ジャッキスクワる。また、実験壁全体は支持フレーム全体が油圧図一1 大型擁壁実験装置の概要ジャッキおよびスクリュージャッキによって移動可能となっており、最大三〇〇田田の移動が行える。療 llケースB（1）ケースB（2）ケースCケース8（3） 移動壁 丈 朗一6醒一1歴『旨 揮ヲフ9耳E ．εPS鉛ll’｛形状における1！助i、踵1の検，け・∴『・砂」： 潤φ εps卜噌2詞し2馴一ケース〈の辮りゴo生姻rl1・榔イ・口の榔禍にrタカまでEPSを敢，設し 逆台形形状に鮒る1・燕ヵ1ljl1の検、け（1綴尺はケースBと齪じ）月Pの検，ll天鵜2m、縦1爾2m壁移動甲0、5、1、2，3，4、5，1015、29，3G。40，5e、6079，80、ge。購各移動完ゴ1如5分棚放171巳PS 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S敷設形状と壁の作馬土圧の関係、および上載荷重が作用したときの増加癒力を検討するために、衷一1に示すようなケースで実験を実施した。ケースAは、EPSを敷幅2mで鉛薩に敷設した場合、ケースB（1）は、底面の敷幅2m、天端の敷幅6mの逆台形形状でケースAのすべり線までEPSを敷設ミ．た場合、ケースCは、厩面の敷幅5，5m、天端の敷幅1mの台形形状とした場合である。また、ケースB（2）は、ケースB（1）において、上載荷重として高さ1mの川砂による盛土（鉛直土圧として約1．55tf／田2）を載荷して、壁移動時の土圧を検討した場合で、さらにケースB（3）では、上載荷重として川砂を0．5、1．0、1．5、2．O mと段階ごとに盛土して、静止状態における擁壁に作用する士圧をそれぞれ測定した。次に、異験は表一一1に示すようなステップで実験壁を段階ごとに移動させ、各移動後は15分間放置して、壁に作周する水平土圧ならびに鉛直土圧等を測定した。3．実験結果および看察 S＝！／100 0 一まではEPSは実験壁とともに移動するが、それ 150 2GOO以降はE P Sの移動が少なくなり・実験壁とE P （a） ケース ASの間に透き間が生じて、E P Sが臼立することが確認された。従って、EPSの場合はブ弧ックをある程度拘東した状態の方が自立しやすいこと ケース8（Dの壁移動糊こ烈三したせん懸細 1’難騰撚 il鍾（12）一段 差（c囹）用 甲『 胴 『 冊 ｝ 扁（12）（9）需鼎 闘 7 噌 需 圏 ・（6）冊 ｝（2）地中変位観淵朋の状況し、その角度θはおおよそ560となった。また、婁口」＿1ケースB（1）は、EPSの旗斜角を56。とした場 150 20GO（b） ケース B（1）合に、図一2（b）に示すような位置にせん噺面が観測された。ケースCでは地中内の変位やクラッS隔玉／ioOS冨玉／ioO図一2 瀾削時の地中変位の状況クは確認、されなかった。一66一 以上の結果より、ケースAと （盛立て時）4、0ケースB（1）は、発泡スチロール背面の土砂のすべりで発泡ス（壁移動時）ケ ス 肥 号ケース A て〉一一っ士チロールが押されて壁とともに 3、0移動するが、ケースCでは、発ケースB（1）箇ケースB（2）ム→ケ『ス C 減圧泡スチロール自体の自立によっ2、0てすべり藤が発生しないことが合判明した。1、o（31壁面に作用する士圧合力力 図一3は、壁のパネル土圧計（t f／m）で測簸した全土圧（＝±圧合 O l、0203940力）の変化を示したものであ 盛 土 筒る。なお、駕砂のδ＿＿o 盛1二完了時の堅に揮川する上圧 5擁膿紬である。鵠∼回 蟹捗動時の壁に作購する土圧q＼4 、 ＼3ら、まず盛i立て時（m）2 ゲ ！101．o擁 5叩壁4碗岡盛虻究了時の壁に鐸塀するL圧蟹移動時の壁に拘1鵡する土圧6ゆー噸o 褒上発Y時のεPS背噸土圧o一一心 鷺移動暗のEPS膏面上圧』G 盛上完了時の壁に礁用する上圧 5擁壁H 壁移動鱒の壁に作月1する土旺へo＼ ＼＼4 ＼＼ ＼＼、訳轟 ＼＼＼3 ￥ ＼＼1ヤ（主働土圧状態） 2をみると、ケース（m）ち着くのに対し、ハ0 “”（m）ハ 1 》2llAでは3tf／田で落L．03．0水平土圧（ケースB（三））（tf／♂）、1、2。G1．0壁移動時のEPS背面土圧移動時の土圧合力轟3っている。従っ03．G Q曽一〇 盛土発了鱒のEPS背面．七圧あった。また、壁なりノ∫、さな値とな2、o水平土庇（ケースA）（tf／♂）62．4ぞ／田、ケース哉よl tf／臥珍疋下とカ、L ” ” ” ”66 ノースでも大きくなけ ， ’ 1 ’ず6スAでは4ぜ／臥 、1（m）2 ／／／／／！了時のPAはケー、 1 、 1 、 1 ヤ、》圭っており、盛土完『 ？灘 3 ＼ぐ＼つれていずれのケケースB（1）、C 鷹一一凹 壁移動時の擬に鐸用する土圧、 1、 ヤ￥の土圧合力は盛土高さが高くなるに か一一〇 壁移動時のEPS背面土圧 阿 盛1二光了時の壁に燦珊する土圧擁5壁4＼ ＼ ＼ぐ、 図一8の結果かCで‘よ3、2tf／田 で o”一一c 摂土完ン略のεPS背面土圧邸一4 壁移動時のEPS背面上圧ると、PA繍8tfケースB（1）では60一・o 籔土完了町の￡PS背面土圧壁面に作絹する土ぴ’法によって1求め（m m） 図一3 壁面に作馬する土優、合力 6強度定数を周いて圧合力を試行くさ 30 4050600 設0 20（m） 壁移動置1 ノ” ／ノ亘ノ〃ポ2．03．0水平太圧（ケースB（2））（tf／㎡）o2．o3、6水平土1王（ケースC）（tf／♂）図一4 水平土圧の分布一67一L．o て、冠P Sを鉛蔵に積む形状のものより、ケースB（1）、Cのような傾斜をつけた積み重ね形状のものが土圧軽減効果が大きいといえる。また、ケースB（2）の場合には、壁移動時の土圧合力は小さくなっているが、これは滋載荷重による拘束とE P S底面の摩擦力の増大によって、狂P S背面の土圧に対して安定する傾向を示したためと考えられる。14）水平土圧の分布 図一4は、盛土完了時（静止状態）と壁移動時（憲働状態）の水平土圧の分布を示したものである。この図から、各ケースともE P S背面に作用する水平土圧より、壁に作用する水平土圧が小さくなっていることが分かる。E P S背面の水平土圧より壁に作爾する水平土圧が小さくなる原因としてE P S自体の収縮量（＝5阻m程度）やEPS底面の摩擦力が考えられるが、それらについてはさらに検討する必要がある。 次に、壁醸に作用する水平土圧についてみると、盛土完了時の静止土圧はケースB（璽）の場合がケースAおよびケースCの場合に比べて小さくなっている。一方、実験壁を移動させた時の主．働土圧は、ケースBおよぴケースCいずれの場合もケースAに比べて小さくなっ載 荷3，5ており、水平土圧とミ．て0．2触0．3tf／磁2以下の殖となっている。特に、ケースB（2）とケ・一スCの場合には、EPSの自立によって水平土圧が小さい随となっていることが特筆される。 ’2．0’ ’6．0高さ H一一幅一濫 護荷重r HO．5雌O．78tf／磁21．oロ1．55tf／誕21．5皿2．34tf／皿22．G肌3，lotf／蹴2⑤ 上載荷重による増加応力 図一5は、EP S上部に土砂を盛土して上載荷重を加え、その時の壁に作用する水平土圧の増加を示したものである。図一5の結果から上載荷重が増加するにしたがって壁面に作用する水平土圧も増大することが認められる。盛土高さが2m（上載荷重p講3．1tf／ず）のときの壁面に作用する水平土旺は0．3∼0．4ぜ／田2程度になって 0 0．5 1．0いることから、EPSを用いた場合には上載荷重の0。1 水平土圧の増分tf／ガ倍程度の水平土圧が壁面に作用すると考えられる。 図一5 上載荷重載荷時の壁に作用する水平土圧4。まとめ EPSを壁の背面に用いた大型擁壁実験の結果より、次のことが認められた。① E P Sを構造物の襲込め材として用いると、通常の土砂を用いるより作用土圧が軽減される。特に、EPS背面の地山が安定もしくは盛土の安定勾配と等しくなるようにEPSを積み重ねた形状（逆台形形状）、あるいはE P Sブロック自体が滑動や転倒に安定である形状（台形形状）にすると、構造物壁面に作用する水平土圧を大幅に軽減させる効果が期待できる。また、E P Sブロックに上載荷重を載荷すると、拘束効果とEPS底面の摩擦の増大によって、背面土圧に対するEPSブ∬ックの安定が大きくなる。② 上載荷璽がE P S上部に作用すると・飼定した壁面に作用する水平土圧は上載荷重の0．1倍程度増大する。 今後・箋験結果と合わぜて有限要索法による数僅解析による検討を行って、構造物背面にE P Sを用いた場合の設計法の確立を図る予定である。最後に、今回の実験の施工、計測等のご協力を頂いた発泡スチロール土木工、法開発機構に深く謝意を衰します。一68一
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- タイトル
- 側方流動対策としての発泡スチロール軽量盛土の施工
- 著者
- 加藤俊昭・松本江基・富田幸助・石原公明
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 69〜70
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30070
- 内容
- 第24回土質工学研究発表会K−3（東 京〉 平成元薙6月23側方瀬対策としての瀧ス和一ル軽量盛土の施工㈱問 紹 技術研究所 正会員 加藤俊昭 松本江基 建築本部技術部 富田幸助 技術本部土木技術開発部 石原公明茎．まえがき 東京湾沿岸の埋め立て問もない地盤に、屋上にエントランスを設ける構造の建物が計画された。この建物はさらに、周辺の眺望と本建物の一体化を図るという考えから、ほぽフラットな地盤に建物に近接して盛土を施工するというものである。 本報告は、当初からの設計者の意翻を最大限に生かすため、建物周辺造園の盛土高さを確保するための対策として、盛土内に単位体積重量が土の1／100程度の発泡スヂ嶽一ル（以下E P Sと略す〉のブロックを積み重ねた軽量盛土を採屠した施工例を紹介するものである。2．地盤概要 当現場は、荒川。旧江戸川によって形成された三角州を埋め立てたものである。埋め立ては隻978年から開始され、1981鋒にかけてAP．5．5mまで造成されている。地盤構成は上から盛土層（Fc3）、埋土溺（Fc2〉、沖積の上部有楽町潜（Yuc）、下部有楽町櫻（Yls，Ylc）、七号地屡、洪積の東京れき麟（Tog）からなる。 盛土履は酸．一8m前後まで続くが、建設残土が主体であり土性は複雑である。聾傾はガラ・れきの混入で2∼41とばらついている。埋土潜はシルト混じり砂、シルトの互膚で、N値は2∼9である。上部有楽晦磨は、有機質粘土と砂質土の互層であり、下部有楽町層は一部砂屡を挟んでいるが、精性土が主偉で比較的均質である。七号地膚は祐性土を主体とするが、下部は砂分の混入量が多くなる。粘性土櫻のN値は7∼22で深度方向にやや増加する傾向がみられる。東京れき層はN値〉50でAP．一50田付近以深から分布し、本建物の杭の支持地盤となっている。 このうち、本工事で周題となったもに内湾∼河口成堆積物を主体とするものであるが、それぞれ有楽町海APFc O一俄 亀。磯oo6一30一鯖 、∼、、 亀ρ糾a’炉轟・臓嚇％．ふ亀∂ o o●O o ◎ ●：一40・はOCR緩2∼3の過圧密糖土である。このため、有楽町層は七号地櫻に比箭一 7丁欝；1潜は正規圧密粘土であ吟、七号地屡yl一20一壽曙、叢曇考。塾」．肝Yu一10一られた圧密降伏応力の深度分布を図一1に示す。これによると、有楽町20 40 60 80 10020 60 笥00 140（11Dr ■る。当現場とその周辺においで調べ q期（tr／m∼） σ》1（tf／m2）進、七号海進により形成されたもので、工学的性質にも差異が認められ 一軸圧縮強度圧密部条｛犬兀芭プ〕沖積層の有楽晦層と七号地膚は、と犠rン o’◎ o圭．一50・ハ ー了o較し、盛土などの荷重の増撫に対して変形しやすい層と考えられる。図一1 圧密降伏応力と一軸圧縮強度3．E P S工法採用の経緯 工事盤域内はほぽ全域が軟弱地盤ということで、建物周辺の盛土・掘削により生ずる偏載荷重が建物に影響を与えるいわゆる側方流動が、着工当初より懸念された。そこで、建物周辺造園形状の一部見直しが行われるとともに、動態観測を行いながら施工を行ってきた。しかし施工中に用地の制約などから、根切りや躍削土の仮置きで地表の高低差が生じることが遷けらず、地盤に側方流動が生じた。観測結果から建物基礎杭は地盤の側方涜動とほほ1一体の動きをしていることが確認された。ConstructionofExpandedPolystyrolもlghもFiliasaCouter鷹easurefor紅ateギa田isplace団ent：ToshiakiKato、Kouk肖at㈱to、Kousuke了o崩ta、Kimiakiish隔ra（ほAZA擁A−GumiLtd．〉一69一 表一1 対策工法の比較地盤の水平変泣の深度分布を図一2に示す。 その後杭体に設置した地中変泣計の測定嵐発生する最大曲げモーメントは、有楽町層と七号地屡の層境付近で、すでにかなりクリチィカルな状態にあることが判明した。（即s）盛土量瀧鱗バうイ田汐∬盛土沐を形成蔚重増加蕊珠壱を粉砕後、1。i t／瞬3ちろんのこと、竣工問近かで短い工．期をも盛土の荷重を支持ションパイ”工法△ X O蔽の軽減が1△（2m慮削要）…x／△ ○ △x打設時に側方P移動可能性大1般臨完成後も移動 今回の対策工，法の基本的な考え方は、検いうことであった。しかし、公園内の一部ほとんどなし…締置めた砂杭でサンドコンパク地討時の盛土荷重をこれ以上増加させないとO軽石をモ1馴に混人 十分でない土4．EP S工法の概要◎ △ O現状維持力麟・膨脹させたすように荷重の増加がないという効果はも十分満足するものであった。字ll定プ疇ックを穣み重ねo「G2も／顧3ある盛土をつくる対策工、学去としてE P S盛効 果 工 叢1工 鰐50xlOO総GOのεPS発泡ステロー∬軽 そこで、杭に影響を与えず、かつ起伏の土工法が採用された。本工法は衰一1に氷慨 要工 法結果から、杭体曲率を検討した結果、杭体可能性著干有’改・ヒメ渥を原地盤の土深層混合良処理工法x◎ κ xx＋ジ行蝦9初で＋ジ行罧9錫ということで、建物周辺に植栽を施す必要O x △と拡はん混合した杭盛土の荷頂を支捲から最終仕上り面下約1mは、新たに盛i．を行った。この際、荷重が増加する部分に抗つ炉ては掘削を行い、荷重のバランスをは工杭で支持された版バ併乃プ工法の上に醸土を行う（拝込み抗はiφ600xし55m x50G本法カ）ることとした。不斑〉深版厚 45c蹴 使用したEP Sプロックは、単位体積重量が18kgf／m3、大きさは2，000×1，000x50伽m／個のもので、使用量は約11，000その人工簑洞を設けてボカλO X Xx盛土荷璽の増分を加1パート帽殺する他（3掘削要）1m3である。5．あとがき一20一30【平面図】「一40弔． AP．9．35一5060pOOO 10，000ノEPS2，000x LOOO×500E P Sフ’ロック AP、7、85 AP．6．35 1m 【断面図】曝一2 地盤の水平変位rio，0。0π8・…r図一3 EPSの施工概要一70一
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- タイトル
- 関西国際空港におけるサンドドレーン改良地盤の沈下安定管理
- 著者
- 前田進・及川研・樋口嘉章・古市正彦
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 71〜74
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30071
- 内容
- 第24園土質工学研究発表会E−2（東 京） 平成元年6月24関西国際空港におけるサンドドレーン改良地盤の沈下安定管理関函薗瞭空港（株）正会員 前田進関酋国隆空港（株）正会員 及川研関薦國際空港（株）正会員 樋口 嘉章関西團隣空港（株）正会員0賓市 正彦董．はじめに 大販湾南東部に位置する関酉国瞭空港建設海域は平均水深約18．5mで海底地盤は極めて軟弱である。このため、空港島を取り囲む総延長約11kmの護岸のうち約80％についてはサンドドレーン改曳地盤上に緩傾斜石積護岸を築造する組合せの護岸構造を採用しており、昭和63年12月に約1年10ケ月の工期で護岸が概成した。サンドドレーンエ1法は他の地盤改良工法に比べ安価である反薗、地盤改良の効果を傳るのに時間を要するため、大規模な工事の場合には改喪地盤の沈下安定管理を効率的に行うことが大きな錬題となる。そこで、本文では関西国際空港の護岸建設において実際に行ってきた沈下安定管理の考え方とその結果を紹介するものである。2．沈下安定管理システムP サンドドレーンをはじめとするバーチカルドレーンで改良された地盤上に盛土を施工する場合には、一般的に観測施工あるいは情報化施工が行われている。しかしながら、関西蟹際空港のように大規模な工事の場合には現場計測の項目や密度について効率化を図る工夫をしなけれぱ、現場計測に要する時間と費用は膨大なものとなる。そこで、これらの問題に対応するため図一1に示すように、①施工シミ凱レーション、②先行調登工匿での地盤挙動を把握する調査、③一般工区 施工シミュレ轍シ旨ン 調査工区での先行調奄 一般工区での調壷（本体工事部分）での調査の3つの調査から成る沈下安定管理システムを適用した。そして、これら3項目 地盤挙動の紐握の調壷結果を解析して地盤挙勤を総合的に言平‘漉し、設計断面や施工方法、施工工程などヘフィードバックす 施工断面および施工計箇の蝦終決定るものである。このシステムの採用によって一般工区での計測の項臼や密度の効率化が可能となる。 図一1 沈下安定管理システムの概念図3．施工シミュレーション2》 大規模な工事の場含、土質定数が設計で設定した値に対してある範囲でばらつきをもつことも予想されるので、この土質定数の変動が護岸の安定性にどのような影響を与えるかを事前に掘握するため施工シミュレーションを行った。対象とする護岸の標準顧繭の概念図は図一2に示すように敷砂①から埋立までの11の工種からなり、その標準工程では主要な荷重である捨石①および捨石②の載荷の前にそれぞれ6か月の圧密期間を設けている。 滅線 1工灘黎器‡鷲警欝 謙［ 1螂澱 導しWL 鍵WLケースとし、強度増加が設計より少 敷も坐、、、撫セ馳 櫓伸a・ 欄燃 抽石‘D 準砺翼ゲ・ない場含、圧密の進行が設計より遅れる場合、沈下量が設計より大きい サントトし㎜ン醜螂 敷石頻》 ”ントトレ｝激良鯛場合、小さい場合などを想定して 図一2 緩傾斜石積護岸標準断薗の概愈図表一1のように5ケースを設定した。Setも1ement and Stability oftヒe Foundaもion by SandDr＆ill fbr the Kansai I益temationalAirgort lSusum孤MAEDA，KenOIKAWA，Yos撮akimGUCHI，MasahikoFURUICHI（Kansai Intemat圭o皿al Airport Co．，Ltd．）一71一 基本ケース、ケース①、ケース② 表一1 沈下量および強度増加量が安全率に及ぽす影響では沈下量（mvおよびPc）、圧密速度（Ch）は設計条件どおむで、強度増加率c。／pがそれぞれ0．30、C魑／P盗砂①捨石 ①①では揚±．、ケース②では滴波ブロ0．30玉．207玉。67T0．251，2071，5580．201，2071，4320．30L2071，5911，5741，4351，653消波ブロック玉．4071，3021，1941，386鳩 土1，3571，2451，128完 成 時1，492捨 石②ックの載荷時に許容安全率を下回り、危険な状態となることが明らカ・にな60goc』（凶／d）0．25、 0．20とした場合Σγ’無＋0．25Σジ hP‘（kgf／幡》の計算を行った。その結果、ケース0．18P再濫“oo0，18P”日印。om》（磁／kEf）った。 ケース③では基本ケースで圧密期闇を珪か月に短縮した場合、また、備 考1，711基本ケース0．3Dgo0．301，2191，152三．5971，4160，23p｝M＝￡ジ h許 容90安全串0．30L2571，7141．21．3L31，6441，6271，3281．訂o1。叙81．31，3241，3D71，3461．31，5921．3ケース①ケース②ケース③圧廠期闘ケース④ケース⑤ケース⑥4か月ケース④では設計条件のうち圧密速度だけが遅い（c卜漏60c面／d）場合を想定して計算を行った。その結果、Chが90（c爵／d）であれば圧密期闇を4か月に短縮することが計算上は可能であり、またChが60（c漬／d）程度に低下しても圧密期閲が6か月であれぱ戴荷は安全であることが明らかになった。 また、ケース⑤では沈下量だけが設計条件より少なく、ケース⑥では逆に大きい場合の計算を行った。ケース⑤では盛砂①の載荷が許容安全率を下圏り危険であるが、逆にケース⑥では安全であることがわかった。 このように、現場での沈下量、1王密速度、強度増加率等が設計条件と異なる場合のうち特に危険側となる場含の見通しを計箪によって立てることができるとともに、圧密期間の短縮の可能性を探ることもできた。4．先行調査工区での地盤挙動の把櫨3） 本体工事の一部分を利用して先行的に施工を進める調査工1区を設け、そこで詳細な動態観測を行い、その結果を本体工事での施工にフィードバックさせることにより、本体工事での計灘の項目と密度の効率化を図ることとした。調査工区は本体工事の一部分を利用するため、その挙動を先どりすることができる。また、謎測項目は沈下量、側方変位量、土圧、間げき水圧、粕土強度等の項目とし、計墨の設麗ミス、計測ミス等による欠測を防ぐため、主要な計測項園についてはそれぞれ異なる2種類の計器を設麗して謎測を実施した。（1）沈下量 盛砂①の載荷終了後6か月の庇密期間を置き、次の捨石①の載荷を行うまでの実測沈下量が設計での想定どおりであるかどうかを判断し・その結果に基づいてその後の工種の載荷層厚を決定する必要があった。実測沈下量と設畿条件での計算沈下量とを比較してみたところ（図一3）、沈下量は少なめ、沈下速度は遅れ気味であることがうかがえる。 そこで、設計条件で設定した土質定数を見直し、実測沈下を良く再現できるよう沈下計算の修正を行った。まず、第一の方法として、実測沈下に対するフィッティングの結果よりm．およびC hを逆算した。その結果、m．＝0・16p一甚・oB （憾／kgf）、ch欝55（c苗／d）が傳られ、この値を用いて沈下計算を行い・実測値を比較したのが図一4である。この方法によってその後の長期間にわたる予測精度は大きく購上した。 次に第二の方法として、事龍の土質試験結果から沖積粘土が年代効果を受けたわずかな擬似過灰密粘土と考えられていたので、p。罧Σズh＋0．1（kgf／c㎡）を用いて沈下猷算を行い、実測値と比較したのが図一5である。この方法によってもその後の長期間にわたって予測精度はかなり鋼上している。（2）粘土強度の増加 主要な工種の載荷の前には必ずチ諜ックボーリングを行い、地盤強度の確認を行っている。前述のシミュレーションのケース③において孟）確認したように設計条件どおりに圧密が進めぱ、圧密期間を6か月から4か月に短縮することができることが計算上示されている。そこで、調査工区では敷砂②載荷後4か月でチェックポーリングを行ったところ、C h＝90（c㎡／d〉、c・／p扁0．3に相当する強度増加が確認されるとともに、本体工事での圧密期間の短縮による工期の短縮の可能性が示唆された。一72一 s,･" ;( - ･-lt js:C+e Ti+iJ1- Jif!_}- :i(T)S ;{Oc(i) OOo Ooc(2}200600 1 roo sOO400 500002 OOS ' : ' 'eft " ,e"e !Q" 'T !i.OOlE ! l ;: ;! q b gtt･2 OF2 sC O EF,-･:',,It)i 2 5mV-"',' h¥fti4 oo'!':!･. 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- タイトル
- 東京国際空港沖合展開事業（超軟弱地盤で不均一な地盤における大規模急速施工）
- 著者
- 早田修一・細川泰廣・森好生・永井紀彦
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 75〜76
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30072
- 内容
- 第24回土質工、学研究発袈会（菜京） 平成元年6月K−025菓京国際空港沖舎展開事業（超軟弱地盤で不均一な地盤における大規模急速施工）運輪省第二港湾建設局東京空港工事事務所運輸省第二港湾建設局横浜調査設計事務所1．はじめにa＼ 棄ターミナル 薩』碧曇■瓢5 触 “淵蜷逡畿禦 （照明鐵 箏倉瀦路2．東京團際空港沖合展開事業の概要全体を3つの地区に分け、新A滑走路およびその地下埋設構造物の建設を第一期工事、西夕一細川泰廣永井紀彦 新C滑遥路 一鞭魯騨”・ 本報皆は、我が国の航空交通網の要である「羽田」に対ずる航空需要の増大および騒音問題に対応するための国家ブロジェクト東京團際空港沖合展開事業と、その土質工学的な諸問題について述べたものである。 事業の概要を図一工及び衰一1に示す。工事は、畢田修一森 好生 狭間瀦（公益1 、策京モノレー静ル 熱マミナル、エブロンおよびモノレール・道路等のアク・ヒスの建設を第二期工事、東ターミナルお黛よび新B・C滑楚路の建設を第三期工事としている。第一期工事はすでに完成し、昭和63年7月に新A滑走踏の供用が開始された。図一一1 東京国際窒港沖合展開事業表一1 沖合展開事業の計画匿 分3．沖合展開地区の地盤特性 沖合展闇地還の地盤は、図一2に氷すような過程で人工的に造成ざれた埋立地盤である。俊漢ヘドロで形成ざれたAC1層は、通称r羽田マヨネーズ履」と呼はれる超軟弱層である。BS履は、建設残土で形成されている。図一3に示すように、各層の境界は複雑に入り紹んでおり、非常に竿現状｛C滑走路1 3，150×50m面鴨405卜融漁箆路処理龍力①S40年以憩 ②S4ト4晦 Q）S46＿56年 ｛浅泌｝ 〔埋 立｝AP←2，lmAP÷ト2、lm髪AP・3動越8s＝笥毒曝＿帯．一 藍誕図一2 地盤形成の過程 0 常lo ぽ監：・響1言AS滞，AC、冴｛弼賦破総土震1AC臼雁9聾“ヒ…3’Pl臼 1’卜AC露濟 一窟α5 噴0胸5。滑走路の舗装’④s55年以隣 1盛土l藻ACF 曲20 現地試験を実施した結果、新A滑走路の舗装駒9、loOho釣∼3万回ノ第約15万回！母祷層ている。西1鋳A滑逡絡1 3，060×60m傷B漕驚路》 Z，90×60m傷C淋毘路〕 3，000×50m｛8滑箆路1 ∼，5GO×45m均一な地盤性状を示している。4．地盤改良工事 ACI層およびAC2屡は、空港建設後長時間にわたって圧密沈下が生、ずることが予想される。この沈下を低減させせるために、AC1層を対象にしたバーディカルドレーン工法を採用することとした。第一期地区だけでも、140haの薗積にのべ9000k識にわた・ってベーパードレーンの打設が行われた。第二期地区においても、220haの画積に、ベーバードレーンやパックドレーンが打設ざれ計い渦走路1 俄罵休止滑 箆 路r30 AS畦層1砂賃土1一 ’ 1 1AC、震徽酪詰班，。謬、P9層‘．．10G灘帳脳鏑lには、図一4に示すような「サンドイッチ舗装』1・：∵6sボ． l 7犠嵐50と呼ばれる新しいタイプの舗装構造が採用された。これは、下層路盤に水硬性スラグ腎を採月しも一甲6oo引張りに対しても抵抗できるようにしたものであり、表履のアスファルトコンクリートと下屡醸財肚注 OC層’b爾・一騨7’＝1瀟漁謝’園一3 新A滑楚路下の士層図Offshore Extention of the Tokyo l nternationl Ai rport（沢apidan戯ar8eScaleConstructioηo；｝Reclai晦edUr田勤ifor閉softclayBed）S，SODA，Y．MORl，y。疑OSOKA）Aa群dT．NAGAi（SecondDistrictPortConstructionBureau一75一列inistryofTransport〉 路盤が、粒調砕石で形成されている上層路盤をはさんで一体として荷重に抵抗するものである。サンドイッチ舗装は、下層路盤の荷重分散効果が高く路床面における垂鷹応力を軽減させるため、地盤の沈下を撫制する機能を有している。6．地下埋設構造物の建設 地下埋設構造物の建設にあたっては、仮設の山留工の設計・施工が重要な技術課題になっている。業地区の山留工の特徴として以下新A滑薫路願り 唱纏“薗 1 費母昂 1“嶺わ 痙r”一li ｛i ．1 総 ＿ 、 副以 一P胡曲 F … ・ ρに 輸蜘P ’・ 叫 r F・じ ド謝一 「 1の点が挙げられる。（1〉地盤が軟弱である上に支持層が深いために、土留壁が軟弱地盤上に浮いた形となり不図一4 新A滑走路の舗装計画34．25安定である。 軟弱地盤における酬震設計法の進歩発展に層需 一 榊騨 常 駒 繭 鞭輔 ” 冒 一 一 庸輔 騨 ， r 糟 冒圃冊膠9 曹曹卿 “＿一 r㌧ ・生石灰杭・ ＼・￥。￥＼ ＼1 ＼r 。＼6AP一ア55∼ 7．37oゆぜ7．地震観測システムの設置APf5．50中閣拭APAP−190Q6−15．50（2〉特にAC1層は峻諜ヘドロで形成されているため、超軟弱で不均一である。（3）長大地下構造物を短期問のうちに施工するため、工事の遅延の原因となる掘削途中の仮設工の変更をできるだけ避ける必要がある。 図一5に新A滑走路の下に建設された空港アクセス道路の山留工の断面を示す。施工にあたっては、きめ細かな計測管理と逆解析手法を用いた情報化施工を行った。図一5 空港アクセス道路の土留仮設断菰資すること1を目的として、図一6および表一2に示すように、世界第一級の高密度地震…観測網を、新A滑楚路周辺に設置して、地盤および地下埋設講造物の地震時の挙動の測定を実施している。8．おわりに図一6 地震観測網表一2 計濫の設蔵台i数観測地点加速度計間隔水圧計No．14台×3成分3台4”×3厚3〃釦×3翻3〃滑走路等 東京国際空港沖合展開事業は、土質工学の成果をもとに、超軟弱で不均一な地盤において大規模急速施工を実施するとともに、その過程で多くの新しい技術的知見をもたらしている。束京湾等のウォーターフロント開発をはじめとした軟弱地盤対策に、これらの知見が活用されるものと期待している。アクセス道路2345678ABC舎計48×3醒3厚8窟×3厚3〃4」X3霞8身X353〃3〃＊1粛X2置2〃＊1”×2厚2〃＊玉”×2々2躍×3β47台加速度計の3成分とは，水平方向2成分および鉛直方向1成分で，．2成分とは水平方向2成分である．3〃4躍×3〃2厚×3r備 考（注）＊印は道路躯体内に設置している．2〃30台 参 考 文 献足立・吉永；東祭国際空港沖合展開事業，基礎工，1988．1土田・小野；数値シミュレーションによる不岡沈下の予測とその空港設計への応用，港湾技術購究所報告Vo・27韓a47ig88昭中・戸引；髭石灰工法で改良された地盤の特性，港湾技術研究所報告Vo。27灘4，1988照中。足立；豊照；東京国際（羽田〉空港沖合膿開地区の土質特性ここついて，第22園土質工学研究発表会，1987一76一
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- タイトル
- 新潟地震の液状化被害からみた新潟市の液状化危険度
- 著者
- 上前慎治・大草重康・生田理弘・高浜信行・藤田至則
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 77〜78
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30073
- 内容
- 第24翻土質工学研究発表会（東京） 平成元年6月 C−026 新潟地震の液状化被害からみた新潟市の液状化危険度日本海工株式会社技術本部工務課正会員上前慎治 O新潟大学積雪地域災害研究センター正会員大草重康新潟大学工学部（院）学生会員生田理弘新潟大学積雪地域災害研究センター高浜信行藤田至翔1．まえがき 新潟地震（1964年，陰7．3）のさい、地下浅所における液状化によって地表画の大規模な変位が解析されてきたので（藤田至則地、雄88，Hamada et a1、1986）、その場所を中心にN値・粒径・深度による簡易液状化判定式にもとずいて液状化解析を行った。その結果を基準として、新潟市内のボーリング往状図をもとに帯内全域の地震時液状化予想図を作成した。地震動の大きさは新潟地震相覇のものを最大にして、それ以下いくっかの大きさの地震動にっいても判定を行った。当然のこととはいえ新潟地震鱒に液状化被害の激しかった地域で液状化危険度は大きくなる。その危険度を基準にしてその勉地域のポーリングデータを吊いて液状化危険度を判定したものである。この研究は、種々の規模の地震動に対して、新潟平野全捧の液状化危険度を予測する一歩として始めたものである。新潟市内だけをとってみると、1964年新潟地震程度の規模の地震動に対して液状化危険度は非常に大きいことがわかった。新潟地震時における市街地の液状化被害の大小は、したがって、ある地点における液状化のしやすさと同時に、藤田鰹（1988）や石原（1988）が指摘しているように、液状化砂層の地下地質構造や地震後の静的せん断応力と残留強度との関係による流動（フロー）破壊の可能性に大きく依存していたと考えざるを得ない。2．液状化判定方法 液状化判定を行った飽和砂層は、地下水位面が現地盤から10m以内にある沖積層で、かっ20m程度以浅の土層である。また、土層中の平均粒径D珊は0．02田m以上2．Om田以下のものを対象とした。判定式は、道路橋示方書・同解説 V耐震設計編の簡易式によって求めた。なお、簡易式を用いるための地盤データは、新潟県平野部の地盤図集（1981）を朗いた。地下水位は地表縢に等しくとった。単位体積重量、平均粒径の來知なものにっいては、現場土質名から表一1に示すような推定平均値を胴いた。（1〉液状イヒ指数 P、 このようにして求めた液状化抵抗係数Fしから、任意の地盤の深さ方向金体にっいて液状化のおこり やすさを表矛）すパラメーターとして、深さ方向に罫L1がより小さくなる領域を積分した籐を用いた。 このとき地盤の深い部分が液状化しても余り問題にならない考えるならば、深さ方向に減少する関数 ω（z〉をかけたうえで積分する。結局、ある深さzまでの地盤の液状化の起こりやすさを表わすパラ メーターPLは次式で表わされる。PL＝∫（王一Fし）H（1−FL）ω（z）d＜イ）ここに、H・Heaviside関数Liquefactio“ potential of 暦11gata clty and 三1quefactlon da皿age during the 1964 NligataearthquakeShiηji じe田ae， 翻ippon Ka主盆o Co．， Ltd．， Shigeyasu Okusa・超asabiro Ikuta・Nobuyuki Takaha田a， Research Institute for Hazards， b曜ilgata Un主versity， Yuklnori F偵jita． 一77一 褒一1 rt，D秘 推定平均値士 質 名表一2 地震時における土暦の液状化危険度ランク鞭体樋副鞠縫P、 1ランクrし ID5β液状化危険度 … …表 士0 1 1王，7t／m31。．。2国m シルト1．7砂質シルト1。7シルト質砂1。9 細 砂1．9 中 砂1．9 粗 砂1、9 砂レキ2．1多 12 0〈PL＜瓢50〈PL＜瓢5 1 210．02 5＜PL＜謙1515＜ Pし1。．。4！かなり低い 低 い34 高 いかなり高い10．il。。210．25 0．31 関数ω（z）は、地盤条件，地震波入力の特性，構造物の重要性などによって変わるべきものであるが今回は深さ2舳程度までの液状化を考えることとして 0．6ω（z）聯10−0．5z z（m〉を用いた。式（イ）の員体的（買）Pし値な積分は地質柱状図の深さ方向にそう面穰を計算して行なった。PLの傾から液状化のM危険度は表一2のように分類｛，されれている。図一1に水平震度0．3の場禽の結果の一部 拠を示す。 66・ 臼《グ 35。5 由 明臼 小、 蹴新 新湯寧 酉中 ／6．4q周0 12k繭属脳潟殴一1解析位置文献藤田至則触（王988｝：玉964年新潟地震による市街地における液状化災害の復元、都市における地震危険度に 関する研究（第1年度），昭和62隼度文部省科学研究費重点領域研究（1）62601019（代表石原研而〉 55∼62，Ha囮ada，赫．，Yasuda，S．，lsoya鵬，R．andEmotG，K．（1986）＝StudyonliquefactiGaindロced permanent ground displace田ents， Association for tbe l｝eve玉oP田ent of Eaでthquake 王》rediction， i∼87，石原研而（1988）；飽和砂質土からなる緩傾斜面の地震後安定性の評価、新潟大学積雪地域災害研究センタ ー創立10周年記念講演会論文集、21∼25，建設省北陸地方建設局北陸技術事務所（198玉）：新潟平野部の地盤図集（新潟平野編）（2）ポーリング位 地図建設省北陸地方建設局北陸技徳事務所（1981）：新潟平野部の塘盤図集（新潟平野編）（4）ボーリング柱 状國（A−」〉（5−1〉， 一78一
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- 弾塑性構成モデルを用いたＦＥＭ解析における応力の補正について
- 著者
- 清水正喜・中谷政利・辻北智志
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 79〜80
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30074
- 内容
- 第24懸土質工学研究発表会E−0（東京〉 平成元年6月27弾塑性構成モデルを期いたFEM解析における応力の補正にっいて鳥取大学工学部 正 清水正喜NT T 正○中谷政利東洋建設 正 辻北智志1．はじめに地盤材料を弾塑性構成式でモデル化し，変位法で有限要素解析を行う場合，材料非線形性のためある荷重増分に対して計算された応力状態は降伏曲面上からずれている，そのずれを小さくするためには，荷重増分を十分小さくするか，ある種の応力補正を行って，その後初期応力法などによって反復計算をする必要がある．本報告では，Po姓s a脆d Oe醗（1985）によって提案された補疋法（’Correct’融t』od）の考え方を検討修正し，2っのタイプの構成式に対してその補歪法を適用した結果にっいて述べる，2，応力の補並方法（図1参照）BのまわりでTaylor展開して，1次の項まで考慮して降伏関数がf（σ，を、〉で与えられる場含を考える。hは硬化パラメータであり，塑性ひずみεPの関数とする．荷重増分△Fを募える前の状惣をAとする．簡単のため，状態Aが降伏しているとする，σRは降伏曲薗上にあるのでf（σR，hρ）繍0 一…（1）b臼は状懇Aに対応する硬化パラメータhの値である。状態《から，荷重増分△Fにたいして剛姓マトリックスKを用いて計算された変位の増分を△U・△Uから求められるひずみ増分を△εとする，応力増分△σは△σ雛D△εで求められる．ここに，DはKを構成するのに使われた応力ひずみマトリックスである。一方硬化パラメータ甑の増分△hは 3h△h；一△εP 一一一（2） ∂f 3ff（σa，hB）寺（一）τBδ（△σ臼B）導（一）Bδ（△翁臼B）謹0 ∂σ ah 一一一一（1玉）ここで，弾性応力ひずみマトリックスをDEとして△σ偉B墨D露△εE；△εE＝△ε一△εP；及び（4）の関係を順に使って 39δ（△σ∩B）摺δλ．DE（一）臼 一一一一…（12） 3σ但しδ（△ε）摺0 一一一一（13）の関係を胴いた．次に， Dh△hRB鴇（一）臼△εP∩8 ∂εP及び（4）の関係より，δ（△甑臼B）＝δλ錯）自 一…（玉4） て）εPここに，△εPは（12〉，（14）を（三2）に代入することによってδλを求め△ε賑△ε一D日△σ 一一一一（3）ることができる。塑性論の基本仮定からλは正であまたは，塑性ポテンシャルをgとするとるが，δλは正負の値をとることができる点に注意 39△εP＝λ（一）R 一一・一一（4）する， ∂σで評価される．新しい応力状態をBで表すと，一般にf（σ9，氣B）＝0 一一一一一（5）補正後の正しい状態をCで表すと，∫（σc，hc）＝0 一…（6）εc講εB 一一一一一（7）が満足されなければならない．補正は，さきに計算さ 図iれた△σqBが正しくなかったという意味でσc摺ぴ自昏△σ臼B季δ（△σ臼8）＝σB†δ（△σRB）一一（8）3．Potしs aGd Gens（廻85）の方法の解釈hc3h妙紬臼B拳δ（△hρB〉＝b8浄δ（△寿臼臼） 一一一（9）Pottsらは状態Bからの塑性ひずみ増分を塑性ひずみ（8），（9）を（6）に代入して補蕊量と考えて次の流れ則を仮定した：f（σB＋δ（△σnB），h8＋δ（△ねRB））＝0 一一（10）εP＝αOg／∂σ）．ここで，①状態Bは必ずしも降伏C。rrec七ing融馳。d・fS七ressesinF照AnalYsi＄Usi捻9班a＄t。一Pla＄ticC。nsセitutiveEquatiQns，by麗a＄ay・＄ねiSHエMエZU（T・tt・riUni▽ersity》’賊asaヒoshi NAKATANI（醤ヨ摩丁） aad Satoshi TSUJIKITA （Toyo Ken＄etsu，Co．Ltd）一79一 条件を満足していないので果して痘接流れ則が仮定できるのか，②g／σ IoAε哲謂5K五〇”3をどの状態で爵算するのか，③流れ則であれば比例係数αは正でなければNon Corrected一ならないが，Pottsらの補正法を適用するとαは負の値をとることもある＿ 8 豊．という問題がある．しかし2。で明らかになったように，係数αは流れ姻き 5罵』oゆにおける比例係数でなく，状態Aでの比例係数λの補正量△λに相当する ‘ 6＼跡5Klo榊34．補正法の適屠結果 ε Correcヒed（1）蕊軸試験シミュレーションの結果：図2（a），（b〉は西・江刺（1977） 4の構成モデルを用いて砂の側圧一定のひずみ尉御三軸圧繍試験をシミュレートした結果である．このモデルは2つの降伏関数を使用している。状 2態A，B共に商降伏条件を満足するときは各条f磐こ対して△λを決定する必要がある．補正法を適用せずにと△εa＝5x10弓と5x玉0−4の軸ひずみ oG増分を与えた場合と，△ε、躍5xio”3のひずみ増分を与えて補正を適用した．薦顧三場合を示している．まず，補正を適屠しないとき応力ひずみ挙動はひずみ，工5ε“（α）0−C O R C T増分の大きさに左右されることがわかる．きわめて小さいひずみ増分（△ 朋ε、謁x10糟4）による結果を正解と見なすと補正を適用すると，ほぼ正解が ，02．盧o。oo5O 鼎 C O R C T9薩o【o o o5 C O R C7・ロo、oo5得られている．図3（a），（b）はCa瓜Clayモデルを馬いて超過圧密粕土（㏄ ，OlR＝32〉の三軸排水圧縮試験をシミュレートした結果である．大きな軸ひず5x紛弓o磯。〔5 ＞ oみ増分を与えても補正することにより正解値（△ε、＝1×10っの結果）に。1近いことがわかる。この例のように弾性から塑性に移るような場合には 、Ol5x裂0｝4 2 3，初めて降伏曲面を横切る応力状態（状態Yとする）を決定した後，2・で述べ、田＼識二，edたAをYに置き換えればよい。 、邸（卜）（2）境界値問題への適潮結果：図4に示す要素分割で1次元圧縮問題を有図2限要素法で解析した．要素は4角形8節点要素，構成式は図3に結果を示したのと同じものである．正規圧密と過圧密地盤（OC継2）について解析したNon Corrocted．計算されたe−logp関係を示す． 45．おわり番こ 一 9境界値聞題を初期応力法によって解く際，ここで示した補正法によってき5ムε鳴＝0．01しておく、 b＞参考文献：PQtts and Gens（1985）：lnt．」．Numerical and Analyしica1 1 10，0りも，与えるひずみ増分が大きすぎると，収東しない場合があることを記‘ 1。2 、 Corrected 『 』0．001 阿eしhodsinGeo恥echa論ics，Vol．97149−159爾・江刺（1977）：研究報告376014，電力中央研究所報轡o楠』一＿0125ヰ56フ8910m2凱尋β（α）ε“（％） 一10 弓 一8 一フ 仏ε畠＝0．0刃 略 Corrected＾るα。，塁4〆，．，蓋㊤om》鴫㏄鷲》 一5o へ 一糞）E夏ement l Gauss Poinヒ×oz 5 尋塊 田 鷹 ／／ 1 一1 Non Corrected12’456フ8910m2ユ51415 0ε．（％） 1（bl εllfecヒive 鵬ean Sヒress p図4図3図5一80一一45
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- 有効応力解析における土の構成式に関する研究（その5）Pastor‐Zienkiewiczﾓﾃﾞﾙによる遠心載荷試験のｼｭﾐﾚｰｼｮﾝ
- 著者
- 塩見忠彦・鈴木善雄
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 81〜82
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30075
- 内容
- 第24繕土質工学研究発表会Ei−8（東京） 平成元年6月28 有効応力解折における土の構成式に関する研究 （その5〉Pastor−Zien紅ewiczモデルによる遠心載荷試験のシミュレーション 竹中技術研究所 正会殿 ○塩見忠彦 同 上 正会員 鈴木善雄王 はじめに 地盤の動的有効応力解析法の輿爾化・検証の一環として、構成式にPastor一別enkiewkzモデルを用いて、遠心載荷装置による盛土の液状化実験のシミ藷レーション解析を行なった。動的有効応力解析法には、Biotの2相系理論に基づいた有限要索法プログラムD I A貰A一∫を胴いた。 盛士は、液状化に大きい影響を及ぼす初簸相蚤応力を弾性／弾塑性計算の2ステップで求め、比較的良い結果を得た。また液状化によって、過剰間隙水圧の振動が誘発された。2解析準備①構成式モデル：構成践にはPastor−Zienki鯛iczモデルを馬いた。原理的には文献”と岡じモデルであるが、計算アルゴリズムに改良を加えた。主な改良点は地震によるランダムの入力に対する計算法と、液状化が発生し平均応力が0に近づいた場合の応力の挙動、慾力の折返し点などの誤差を小さくした点である。②遠心載荷装置による盛土の液状化実験＝シミュレーション解折の対象とした実験は、遠心載荷装置を用いた盛土の液状化実験であるω。この実験は、図1に承すようにシリコンオイルにほぼ水没した盛土に遠心力41．8gを掛けた状態で、バンピーロードと称する正弦波に近い地震入力を加えて液状化の様子を観測したものである。観灘データとしては、加速度、過剰間隙水圧及び頂部での沈下量がある。③盛土の材料定数：材料定数は実験報告書で明らかにされているものと、類似実験の既知データを参考にして表1及び表2に示すように定めた3，。液状化に関するPZモデルの材料定数は後者であるが、動的試験結果が無いために一意的には定められないので、繰り返し載荷20回に対する液状化強度が図2のようになるように定めた（褒3）。各材料定数は、一般的な土質試験結果や土質定数から設定できるものと、土質試験の応力経路、ひずみ、過剰間隙水圧の関係などを要素試験でシミュレーシ観ンし、設定する定数の2種類に大別される。④初期応力：盛土は重力加速度玉Gの下で作成され、遠心載荷により一度に41．8gの遠心力が加えられる。このため、一度に自重がかかるものとして静的解析を行い、この応力を初期癒力とした。静的解析は、2ステソプに分けて行なった。第三ステソプは、弾性解折でせん断弾性係数（39200kPa〉を一定として、応力を求め、これに対応する剛性を求めた。第2ステップは、第1ステップで求めた一定剛性を閑いて弾塑挫解析を行なった。 有限要素法解折に粥いたメッシュを図1に、静的解析結果の鉛直応力とせん断応力のコンターを図3に示す。鉛直応力は盛土表薗からの深さにほぼ比例した結果となっている。この結果は、総てを弾性解析とした結果に近いものとなっている。3 液状化解折の考察 図4に承すACC1225の時刻歴は、最初のサイクルでは比較的良い対応をしているが、その後は実験結果とは異なり2サイクル以降もほぼ同じ振編となっている。過剰問隙水圧は要素114の盛土底の中心部で上昇し表面に近い饗素413ではあまり上昇しておらず、解析と実験の結果は良い対応をしている。しかし底面の過剰間隙水圧は、解析値は尚じ底面の要素玉14と三16がほぼ闘じ上昇を示すが、実験では外側底面の上昇が少ない。このことから、実験では、過剰間隙水圧の空闇分擶の変化が大きかったことが推察される。 液状化の程疫が小さい場合には、要紫114や要素116に入力振動と同じ周期の振動が見られなかったがω、本解析結果ではその傾向が見られる。このことは、実験では解析に比べて液状化がさらに進んでいて上下振動が応答の初期に誘発されたものと考えられる。ACC1225の応答加速度が急激に小さくなっていることから推測すると、盛土の底部で液状化が発生しているようである。AStudyofSo員Constituitve鰭odehnDynamicEffectiveStressAnalysis．Part 5． Si識ulat三〇n of A Centrifuge Dyna絹ic Test by Pastor Zienk圭ewicz 厳odeITadahikoSHlO酵L YosむioSUZgKl（丁直K￡NA冠ATechnica1盆esearcねLaboratory）一8i一 地震後の変位を図6に示す。頂部の解析沈下量は1．6㎜であり、計測値L91㎜と良い対応をした。沈下変形は通常地震後にも生じ蔓に大きくなると予想されるので、解析結果は妥譜と雷える。4 まとめ PZモデルを用いた液状化解析の実胴化のために必要なデータの蓄積のために遠心載荷機を幣いた盛土の液状化実験のシミュレーション解析を行った。その結果液状化強度を指標として求めた材料定数を胴いる事の妥当性が確認された。しかしながら、本解析の材料定数は推定値であること、さらに闘じ液状化強度が得られても、構成式のパラメータの組舎せによって異なる応答結果になる可能性がある。構成式の各パラメーターを正確に求めるためには、ランダムな載荷に対する要素試験を行い、色々な面から実験と解析の比較検討を行なう必要がある。今回の解析では、これらのヂータを蓄積することによってP Zモデルではさらに精度の喪いシミュレーションが可能であることが明らかになった。 75Gエ）塩見、地盤と土構造物のジウム2．1節土質工学会編 Sillco縫o重…じ》加速度計的爲地震時の挙動に関するシンポo潤隙水ぼ計ACCiz25；節点‘09一PPτ2瓢；要素“3 匁PPτ∼335‘要勲072）塩見岡2、6節 憩PPτ2＝5』要粛u‘PPT55じ翻15図1 盛土モデルの形状と有限要素法モデル表2 動的解析の材料定数（推定）表1 実験から求められた材料データ G：σ9譲晒5“8230零（2、17−e）2／（王＋e）kPa弾姓定数1 （σ悔畦kg／c皿2の時875．9kg／cmaになる）間隊 砂；Lel9轟ton 舳zzard砂（120／20ω2．55土粒子比璽三〇25／0．55最大／最小三 士O、09（ゆr騙7士24器）試験前比 試験’・Oη＋O Og D〆5B＋2娼液体 ＝シリコンオイルO．95液体比叢42ce飛し三一Stokes結性疫o．3 灘位体蟄重飛IL92し／田3レ3go内部麿擦角相対密度50鬼320変相角鶴隙此O．8液状化強度 臼σd／σ’面＝0．18（脹20で片振幅2，脳の歪〉簾点409（Acc1225〉計算値 20 0 −20表3 P−Zモデル材料定数ACCi225実験値0（ 20駅） 0降 伏 関 数Mr聯Oマ72、πr隅O、942潔テンシヤル曲面Mり篇：2a7，α9需0、35容一20載荷時硬化関数β。＝40、 β1並oe5 20ロ 2 5 LO 23 50㍊o富200． 7 傭 36除荷時硬化関数編。畷00、 7廿罵30 R眼beτofeydesN 図2 液状イヒ強度曲線入力地震波計算値ぬΦ oΦo −20入力地震波実験値⇔く 20 0 ロ ハリほロ．4套ミ熱 識≦窪豫地三ミ嚢ミ書暴“糊／4． ［〆ド歪、〆〆ハー、、、㌧丸＼、c一繰 −20 0 50 【00 150 t抽e（醗sec、〉 図4 7k平応答力ロ速度時亥II歴a）鉛直悠力σ〉（駄Pa〉PPT233・（要勲13） 二斐翻200 o『きII〕n ∼ ”のouΦ梅⇒ b）せん断応力 τ籾 （補a） 図3 静的解析で求めた初期応カコンター図Φ一傷Φ5〔∩LE 榊5．0×10騨3融丞垂麟籟鍵塗蓋，臼oPPT58（要素116）穫020GPPT2251（要素1M）畦o焦 20一〔〕o 50 呈00 150 t三me（母sec．）図5 過剰間隙水圧時刻歴麟6 変形図（時刻i80鵬ec．）一82一
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- タイトル
- 盛土の施工管理の合理化に関する一考察
- 著者
- 田中貢・中田公基・高橋克寿・雀部和男・梅園輝彦・高田知典
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 83〜86
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30076
- 内容
- 第24回土質工、学砥究発表会（東 京） 平成元年6月29C−7盛土の施工管理の合理化に関する…考察建設省土木研究所田中 貢 中岡公基建設雀東耽地方建設局高橋克寿建設省近畿地方建設局雀部和男三井建設㈱梅園輝彦 高田矩典三．はじめに 盛±の締圃めの施工管理においては・所定の締固めが領域の全般にわたって行われても・るかどうか常にチェックし、できることなら締固め程度の計測値が施工にフィードバックされることが望ましい。実際、現在の締固め度の計測方法は従来から砂騰換法が広く用いられており、計測結果が得られるまで一昼夜を要し、施工に迅速にフィードバックされているとは言い難い現状である。締固め度の計測方法には、砂置換法のように密度を計測する方法と、平板載荷試験やCBR試験のように対象地盤の弾性的あるいは塑性的強さの計測を対象とする方法がある。本研究では、近年開発が進められている締固め管鯉手法のうち、透過型及び散晩型R至法、電磁波法、小型加振機法、インビーダンスヘッド法、衝撃加速度法などを取り上げ、盛土の品質管理への適応性・及び、合理的な品質管理手法の検討を行っだ。本稿では、密度管理試験のうち、在来法の砂麗換、最近一部で実用化されても・る透過型R I法、及び建設省総合技術開発ブロジェクトrエレクトロニクス利周による建設技術高度化シスデムの開発」の一環として研究、開発された散翫型R正密度・水分計を用いて、各試験の施工管理手法としての適応性、及び締固め地盤の品質特柱について実験地盤による調査、検討を行ったので、その一部を報告する。ま炬、本論文は第42回建設省技術研究会の共通部門指定課題r機械化施工における施工管理手法の合理化に関する研究」の報告を参考にまとめたものである。2。施工管理試験装置の概要2，1 透過型R王試験 R I試験とは、地盤裏面下の密度、水分量を測定するもので、放射性同位元素（殺adio lsotope〉の線源よ射出された放財線が地盤の構成原子と相互作用する性質を利絹したものである。土の密度の測定は・放射線にガンマ線を使用し、その相互作用が被測定物の密度に強く依存する性質を利屠している。土の含水量の測定は、放射線に中性子を使熔し、土中の水分に含まれる水素原子が高速中性子と衝突、散醜して、高速中性子が熱中性子変化する性質を利用したものである。 こうした漂理を利用した透過型R正試験とは、“l Il l放射線同位元素を先端に封入し炬線源棒を測定地l l摩 1『 8盤に所定の深さで挿入し、地表面に置かれた検出検出管器に入射する放射線の強度から土の密度・水分量を測定するもので、透過型R I試験は砂置換法による土の密度試験と比べて、測定時問が大幅に短縮され、一部の機関では、すでに実際の施工管理に使用されている。だだし、その適用に当たって緻管 〆は、較正実験を確実に行い、数年ごとに線源検奄を行う必要がある。図一1に測定原理図を示す。 図一1 透過型R至法の測定概饗ASもudyo“thequ呂lityControlof肋ank醗ent…一穫。tanaka，腫。国akata（Pubiic）orksResearchlnsti−tuもe，岡inistryofConstruc耕o降〉：k。τakahashi（TohokじConstructionBureau，鱒iaistryofConsもruction〉：K．Sasabe（Ki陰kiConsもructionBurea“i陰isもryofConstructlon〉：T．U癬e20ao，マ．takada（凹itsulConsもruc−tioaCo．，Ltd。）一83一 2。2 散乱型R至試験 散乱型R I試験の基本的な測定原理は透過型R I試験と同じである。しかし、透過型R I試験が線源より射出された放射線の内、地盤の構成原子と相互作罵しなかった放射線を検出するのに対し、散乱型R I試験は地盤の構成原子と相互作用した放射線を検出するものである。 散乱型沢正試験は、線源棒の挿入孤も必饗なく純然たる非破壊試験法である。本試験で用いている装置は、1ガンマ線（密度〉測定において従来から行われている全工ネルギー法ではなく、特定のエネルギー範囲の散鼠ガンマ線を検出することで、測定精度の向上を図っている。さらに、較正曲線を作成する際に地盤と装置の問の空隙量を考慮することにより、空隙による誤差の要困を軽減する工央をしている。ただし、その適屠に当たっては、透過型沢正試験と岡様に較正実験を確実に行い、数年ごとに線源検査を行う必要がある。 図一2に測定療理図を示す。 鉛3．施工管理試験法の適用性実験 検出管 線源3。1 実験地盤 実験地盤は、土質、締圏め方法を変化させて、全部で5種類の地盤を充分に締固めだ基礎地盤の上に、仕上がり厚30㎝程度で作成した。各実験地盤の概要を表一1に示す。3．2 実験結果 実験結果は、乾燥密度、含水比、空気間隙率な 図一2 散乱型R I法の測定概要どの土質定数について、次の統計処理を行った。・平均値、分散、範囲、変動係数などの算出 2．4 弼．953×吻．㎝・在来法（砂置換法）との柑関分析・度数分布や確率密度関数によるバラツキの把握乞： 棚鰍：色934訊．署 騨畷土 図一3に散乱型R I法と砂置換法の相関を示す。鐘1，8 ＋珍質土o 騰． ＊砂質土 1．6触 0類趾 ×砧性土 1．4o 鱒畷土 1。2 実験地盤は、竪固な地盤上に十分に締固めた厚 0レキ質土 o粘性土さ30㎝の墓礎地盤を作成し、その基礎地盤上に 1 か｝o冥鱒 より所定の締固め回数で締固め作業を行い作成した。実験地盤の概要を図一4に施工仕様を裏一2ゆ○実験材料を厚さ30㎝で敷均して、ブルドーザに’日．瓢●欝一一’墾1：讐麟鵬る灘理実験．づか の．8 巳，8 1 1．2 1．4 1．6 玉．8 2 2．2 2．4 砂置換乾燥密度（t／m5） 図一3 砂置換法と散乱型R I法の相関に示す。襲一1 実験地盤の施工仕様（叢）表一2 実験地盤の施工仕様（2）笑験地盤締閲め機械締固め機械施工仕様砂 質 土 1雛 動 ㎝ 一 ラ無振動…往復＋旅動8往複砂質土ブル ドーザ5團程度の締閲め砂 質 土 2振 動 ロ ー ラ無撮動夏往復＋振動2往復礫質土ブル ドーザ5縢程度の締固め砂 質 土 3振 動 ロ ー ラ無振動蓋往復粘憔土ブル ドーザ5働程度の締嗣め粘 性 土 1タ イ ヤ ロ ー ラ4・往 後粘 性 土 2タ ｛ ヤ ロ ー ラ締閲めは行わない施 工 仕 様一84一実験地盤 60000200QO4．2 実験結果ooo一 本実験では、砂置換法、透過型R I試験、散乱型R I試験ごとに、地盤のバラツキを把握するた＿一 『一 一 一 一 一 一めに、確犠密度関数によるとりまとめを行った。oo地盤のバラツキ、測定装置の系統誤差、偶然誤差§§o卜関数曲線の一部を承す。ここで書うバラツキとは、QQQ．翻一5∼図一6に乾燥密度を指標とした確畢密度oo寸零ののなどの総和を奮味する。その結果、乾燥密度、含水比とも同一地盤であれば、どの試験法もほぽ等20QOOしい分散を有し、前項の相畷関係と合わせ、透遇20（）O（｝ 20㈱型R正試験、散乱型R I試験は在来の砂置換法と伺等の精度を持つことが確認された。しかし、各材料の実験地盤の平均値については、試験法により差が見られる。これは、測定の墓本原理や、計器の特控の差によるものであり、適用に当たってA−A闘薄 の のむ馨雌図一4災験地盤 実験ヤート’実験地盤の概要図（品質管理実験）は十分な較正実験を行い、特性を把握する必要がある。15砂質土5．考察粘性土 施工管理試験法については、各試験の董確度・媒質土精密度を比較し、在来法である砂置換法との相闘’＼を調べることにより、施工管理への適熔性につい01て検討を行った。施工管理幾準については、地盤1、2 1・4 …．6 ．01・8 2・0密度ε／c臓3（透逼型RI法〉の締露め程度のバラツキの要茜を分散分析により検討し、施工管理を行う合理的な測定密度（単位園一5確率密度関数（透過型RIシ去）面積当りの必要測定点数〉について検討を行った。、55，1 施工管理試験法についての検討砂質土（1〉正確度・精密度粘性恋 施工管理試験法の検討を行う上で、正確度（各礫質土試験法で得られた乾燥密度の平均値と砂置換法による土の乾燥密度の平均値との差の絶対値）によGり平均櫨の偏りを評価し、精密度（各試験法で得1．012 1．4 1．6 1．8 2．0られた乾燥密度の標準偏差と砂麗換法による乾燥樹度9／c歴3（散乱型R I法）密度の標準偏差との比）により散布度舎を評価し籔一6 確率密度関数（散乱型R I法）た。その結果、透過型R I試験、散乱型R I試験とも、盛土材料、締固め程度にかかわらず、乾燥密度、含水此とも高い正確度が褐られた。ただ、散乱型については、若干、精密度において透過型に劣る結果を得た。（2〉在来を去との相関 在来法（砂置換法〉との相関は、透過型R I試験、散乱型R至試験とも孝目麗が高も、ことが確認ざ4 15図一7れた。一85一16 t7 i8 蚤9 2 乾燥密度 9緑確率密度関i数 （透過型R I薯去）2‡ 以上の結乗より、透過型R I試験は、在来法と岡等の試験精度を得ることができ、施工管理試験としての適用は十分可能である。また、散乱型R ∼ 圏茎試験は、精度的には若干、透過型に劣るものの 範その差は僅かであり、較正実験を厳密に行うこと1翌lo ゆにより、十分、施工管理試験として適用できると躯 団考える・ 窪 邸5．2 施工管理規準についての検討 瞬 結 ノY l 盛土の施工管理を行う場合、地盤の特性を把握と のし、その持性にあった合理的な施工管理、品質管It理手法を定める必要がある。この点を踏まえ、締固め程度による地盤特性の撫握、地盤のバラツキ O l O 5 iG l5 20 25に影響を及ぼす要鋤の柵握、合理的な測定密度（ サンブリング数単位薗積当りの必要測定数）σ）据握といった観点から検討した。 図一8 散乱型による測定密度（1〉締露め程度の差による地盤特性 （95％信頼区問の範囲とサンブリング数〉 透過型R I試験の乾燥密度を図一7に確率密度関数により示す。これより、乾燥密度は粘性土、砂質土地盤とも、締覆め回数の増加に伴い増加し、分散は締固め程度が小さい場合は土質に関係なく岡程度である。しかし、締固めを行うに撹い砂質土の分散は小さくなるが、粘性土の分散はほとんど変化していない。また、砂蟹土においても、ある程度以上の締圃めを実施すると分散は変化しなくなっている。このことは、一度、地盤の分散を把握しておけば、以降は平均値の確認を行うだけで施工管理を行える可能性があり、今後、リアルタイム計測による施工管理を実施する場合のひとつの方法になると考えられる。（2〉合理的な測定密度（単位面積当りの必要測定点数）の把握 測定密度の考え方としては、ある測定密度で計測したヂーダを基に推定した母集団の信頼区問が・母集縢の分散のある範囲に収まれば、 “その測定密度は施工管理に有効である”と考え、検討を行った。 まず、60点の測定憧を母集団として、母集団の中からa点のヂータをランダムサンブリングし、n点のデータから母集団推定（95％信頼区間、分散未知）を行う。推定した母集団の95％信頼区間の範囲と・母集団の標準偏差（片側nσの範囲）との比を求めることによむ測定密度を評価するものである。臓繍1とした場合の検討結果を図一8に承す。これより・今回の20×40mの地盤では土質に関係なく・15点程度の測定を行えぱ良いことがわかる。これは、約53箱2（約7・3m角〉に1カ所の測定密度になる。6．今後の課題 今回、土工における施工管理の合理化に寄与するために、新しい施工管理試験機の適用性・締固めた地盤の特性の把握、及び合理的な測定密度に関する実験、検討を行った。その結果、現時点における計測機の優劣、締固めた地盤の特性等についての知見を得ることができた。しかし、今圓の一連の実験、検討に使用した地盤は、実験ヤードで均質な土を用い、まき出し原や施工方法等を入念に管理したものであり、実際の現場条件とは大きく異なるため、今回の結果をそのまま現場施工に反映ざせることはできない。 今後は、実際の現場において計測を実施し、今回の実験で得られた種々の結果を確認すると同時に、次に示すような観点からの検討を行い、土工における施工管理手法のありかたについてとりまとめを行う予定である。 ・各種の土における新しい測定機器の適応性及び問題点の招握 ・現場における諸条件（施工機械、土質、施工規模等）が、計測結果に及ほ1す影響の把握 ・施工管理のリアルタイム処理と施工へのフィードバックに関する検討一86一
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- タイトル
- 模型土槽におけるコーン貫入試験
- 著者
- 末政直晃・鈴木聰・伊藤公隆・木村孟
- 出版
- 第24回土質工学研究発表会講演集
- ページ
- 87〜88
- 発行
- 1989/05/15
- 文書ID
- 30077
- 内容
- 第24翻土質工学研究発表会C−3（東 奈〉 平成元年6月30模型士槽における灘一ン貫入試験東京工業大学工学部 O末政直晃 東京工業大学大学院 鈴木 聰 聾T T 伊藤公隆 東京工業大学工学部 木村 孟1．はじめに コーン貫入抵抗は、地盤の材料特焼や貫入速度等の条件により複雑に変化するため、地盤強度とコーン貫入抵抗との関係は未だ解明されるに至っていない。筆者らは，応力履歴が明らかな地盤を作製し傷、コーン貫入時に地盤に発生する間隙水圧を計測できる模型実験装置を試作した。それを爾いて二種類の試料の異なる地盤を作成し、それらに対して貫入抵抗力、コーン先端の間隙水圧を計測できる二成分コーンによる貫入試験を行い、試料の違い、貫入速度の違いが貫入抵抗に与える影響を調べた。2．実験方法 本輿験に嗣いた試料は、塑性指数が各々、約10，および20の中問土M10 M20である。表王にその諸特性を示す。実験は、以下の手順で行う。まず、試料を練り混ぜてスラリー状にし、十分脱気した後に実験容器内に投入し、圧密圧力10kPaで予備圧密を行う（図三〉。予備懸密が圧密度95％に達した時点で、容器を反転する。ゴムチューブ、コーン比重Gs2．672．58液性譲界WL（％）27．345．1塑牲銀界Wp（％）17．323．8塑性指数 Ip砂分（沿10．02三．3を設置し、容器側面より間隙水厳計を数本埋め込む。ゴムチ晶一ブ内シルト分（鑑）粘土分（諾）を水で満たし給水弁を閉じ、ラバーベ認一ズ内に水圧をかけ、ゴムチ論一ブ内に密封された水の圧力が30kPaになるように調整して本33．022．O37．124．8三6．3班縮衛数Cc膨張指数Cs間隙比e◎圧密を行う（図2〉。 本圧密が圧密度95％まで進んだ事を確認した5三．70．11750，2340．01350．0149o，6580，894後、所定の貫入速度でコーン貫入試験を行う。この装置の特徴は、ゴ 衰1 試料の特性ムチ論一ブの弁を開け外部より水圧をかけゴムチ畠一プ内を30k Paに保っことにより蓬密圧力を解放することなく貫入ができる点，また粘土上面のゴムチニーブによりコーン貫入に伴う地盤の変形をある程度吸収できる点にある。図3に示すコーンは先端角60度、直経15mm 単位mm モータo 〆ヘロフラムシリンダベロフ十 十字形載荷板加圧用塩ビ板 悶隙水圧計加圧o・》r11−1｝1ント排水ロードセノ。。写『『羅380oo0ooo 水圧口／ゴムチュヴコ ン偲Qnりのo間隙水圧計庇密用シリンダラバーペローズ 睦 ／ コ ＼ ダミーフランジ図1 実験装置（予備圧密） 水圧口 排水口図2 実験装置（本圧密）憂40del cone pe識etra七ion もes七s oa t員e lab floor3N・Suemasa，S・Su燃i（丁工丁）pK。1七。（鯉丁），T．Kimura（贈）一87一 15図3 コ ン のステンレス製であり・先端抵抗力、先端の間隙水圧を電気的に計測することが可能である。また・m一ン周辺の問隙水圧もコーン近傍の粘土中に埋設した問隙水圧計により測定する。実験終了後、地盤の含水比を測定することにより地盤の強度を調べる。実験コード及ぴその実験条件を表2示す。3，実験結果及び考察 測定された含水比より計算して求めた実験C1の強度分布を図4に示す。図実験中の点線は癒力履歴から求めた強度分布であり、澗者がほぽ等しいことから，試料 貫入速度 職／sコード本実験装置により所定の地盤を作製し得ることが分かる。 コーン貫入試験で測定された貫入抵抗力qcから求めた深さ方向コーン係数（コーン指数）Nc（No嵩（qo一σv）／Cロ Cロ＝非排水せん断強度 σv＝土被り圧〉の分布を図5に示す。ただし醤。を計算する場合、コーン先端部背面に作編する間隙水圧による貫入抵抗力の損失分の補正を行っている。C1躍ユ0菰． 0C2M三〇o。 三C3随20L o同じ試料にっいて行った実験C1とC2を比較すると、C王のNc値は約8、C 一』 敦2 実験条件2では約玉0となり、震入速度が遅いほどNo値が大きくなることが分かる。異なる試料を薦いた実験C1，C3にっいては共に約8であり試料による差はない。 諏一ン先端で測定した間隙水圧挙動を図6に示す。C王において、コー 地盤強度恥kPaン貫入によりコーン先端には約70kP aの過剰間隙水圧が発生している。 0 10 20 30 0これは非誹水せん断彊度の6∼7倍に相当する。また、C2においての過 1ムoO剰問隣水狂は60k P aであり、貫入速度が小さい方が発生する過剰間隙5 鱗。水籏が小さいことが分かる。この間隙水圧の差は、C2では貫入速度が小さいために、過剰間際水圧の消激時閤が大きくなり、消徴量が増大したこ10とに起因すると思われるo C2でNc値が大きく出たのは過剰閤隙水圧の消15散によってコーン近傍の有効応力が増加したためであろう。 貫入中コーン周辺で計測された過剰間隙水圧とコーン先端からの距離と20の関係を図5に承すo過剰間隙水圧は、地盤の穽排水せん断強度で正規化し、コーン先端からの距離は、コーン半径で正規化して自然対数で衰して（259ある。試料の違う、C1とC3を比較すると、C3の間隙水圧の方が大きりNいことが分かる。C3では、コーン先端の間隙水圧が測定機器の不調によ 30 ｛り計測できなっかたため、先端抵抗力の間隙水圧による損失補正を行って図4 強度分布おらず、実際のC3のNc値は図3の値より大きいものと推測されるoこのことから、塑性指数が増加すると、Nc値が増加すると結論して良いように懇われる。0 N c5 100 △u kPa 10 50 100 コ ユ 黛ロ 、 ＼5 、、、 昌 N 『 1 5ユ0io l I（ユ5EuN 2，0 、 津 o書C L 様 口：C2楓3C2C工C3図5 N，分布20 C2 C三図6 コーン先端問隙水圧一88一0 1 2 3 ！窺（r／a）園7 間隙水圧分布
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