を知ることができる. 実際 GRS 擁壁のジオシンセティックス補強材の引張り力の測定例は豊富である. 一般に 建設材の物性 荷重 構造体の構成と形状 境界条件等の不確実さに備えて 1.0 を超える全体安全率 ( あるいは それぞれの設計要因に対して部分安全率 ) を用いる. これらの安全率の内容は

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1 GRS 擁壁の安定性における冗長性の重要性 龍岡文夫 1 Dov Leshchinsky 2 これまで 少なくない数のGRS(Geosynthetic-Reinforced Soil) 擁壁が崩壊している. 我国では豪雨と地震によるものが 米国では民間工事のものが多い. これらは 経済性の過度の追求に伴う構造形式 設計 施工の不備のために冗長性が不十分であったためと言える. 盛土の実際のせん断強度は設計値よりも高く 設計ではサクションによる見掛けの粘着力と壁面工基礎前面の受働土圧を無視しているため 本来は設計で想定した地震荷重が作用した時でも擁壁の安定性には設計安全率を超えた冗長性があり このため常時にはかなり大きな冗長性がある. その前提は適切な構造形式と適切な設計 施工である. 常時に十分大きな冗長性があれば 長期に亘る維持管理コストを低下しGRS 擁壁の崩壊事例を減少することによって Life Cycle Cost が減じる. キーワード : 構造形式 GRS 擁壁, 設計 施工, 冗長性 1. はじめに これまで多数の GRS(Geosynthetic-Reinforced Soil) 擁壁が崩壊している. 我国では豪雨と地震によるものが多く 米国では民間工事のものが多い. これらは 壁面工の安定性不足 壁面工と補強材の連結強度不足 盛土の締固め不足 排水不良 支持地盤処理不良等の構造形式 設計 施工に何らかの不備があり 構造物の安定性に十分な冗長性 (redundancy) が無かったためと言える. この背景には 経済性の過度な追求があると思われる. ここでいう冗長性は a) 設計で各種要因の不確定性に対する備えて安全率として表現された余裕度と b) それを超えていて設計で安全率では表現されない部分から構成される. 要素 b) は 設計過程での 1 盛土の締固め度の過小評価とサクションによる見掛けの粘着力の無視によるせん断強度の過小評価やジオシンセティック強度の過小評価などの材料工学上の安全側の設定と 2 壁面工下端の受働土圧の無視や壁面工の剛性による靭性と一体性の安定性に対する効果の過小評価などの構造工学での安全側のモデル化によるものから構成される. 本論文では 重要であるが看過されがちな要因 b) を主に議論する. また 耐震設計をしていない擁壁が地震で崩壊しなかった例があることや地震で崩壊したら復旧した方が経済的 という理由付けから 耐震設計不要論がある. また 耐震設計をした場合でも 設計震度が低すぎる場合もある. しかし 長期に亘る GRS 擁壁全体の安定性を対象にした時 設計で異常時 ( 豪雨 地震等 ) に対する考慮が不足すると 常時において十分な大きな冗長性が無くなり異常時に崩壊する事例が多くなる. 設計で異常状態を一定程度考慮した場合でも その想定した異常状態において も一定の冗長性がないと 想定を超える異常事態で崩壊する事例が出てくる. GRS 擁壁は 従来形式の擁壁と比較すると歴史が浅いため 崩壊事例が続くと信頼性が失われて一般技術として定着するのが困難になる.Life Cycle Cost で評価すれば 適切な冗長性を確保するためのコスト増よりも 冗長性の不足による維持管理のコスト増と崩壊が生じた場合のコスト増の方が遥かに大きい. 特に GRS 擁壁に対する信頼が失われることによるコスト増は 計り知れないほど大きい. 本論文は 両著者の日本と米国での GRS 擁壁の挙動と構造形式 設計 施工に関する経験を総括したものである 1). 冗長性の意義とその構造を説明した上で 適切な冗長性を確保する方法を論じる. 2. 冗長性の意義 無補強の斜面 盛土 擁壁の安定解析による安全率 (the safety factor) は破壊に対する安全性の余裕 (margin) であり その逆数は土のせん断強度の平均的動員率である. 安全率 =1.5 では 土のせん断強度の 67% のせん断応力が動員されている. 通常 原位置での実際に動員されている土のせん断強度は測定できないため 原位置の安全率は未知である. しかし 長い経験によって土の設計せん断強度として安全側の値を採用して適切な解析法によって計算した安全率が 1.5 のようであれば その土構造物は想定した条件に対して安全であることが知られている. 一方 補強土擁壁は補強材が無ければ安定性を保てないため 無補強の土構造物の場合と異なり 補強材力を測定できれば補強材の長期破断強度に対する安全率を知ることができて 全体安定性のレベル 1 正会員, 東京理科大学理工学部土木工学科, 嘱託教授 ( 千葉県野田市山崎 2641) 2 非会員,Department of Civil and Environmental Engineering, University of Delaware, USA

2 を知ることができる. 実際 GRS 擁壁のジオシンセティックス補強材の引張り力の測定例は豊富である. 一般に 建設材の物性 荷重 構造体の構成と形状 境界条件等の不確実さに備えて 1.0 を超える全体安全率 ( あるいは それぞれの設計要因に対して部分安全率 ) を用いる. これらの安全率の内容は ここでは論じない. 図 -1 に模式的に示すように 殆どの場合測定された補強材力 T m が補強材の長期破断強度の設計値 T d よりも遥かに低く 両者の差を全体安全率では全く説明できない. すなわち 設計で明示される全体安全率は ここで議論する冗長性の一部にしか過ぎない.GRS 擁壁では 適切な冗長性の確保が非常に重要であるが設計では通常明示されない. さらに T d は新製品の急速引張り試験による引張り破断強度 (T ult ) を各種の低減係数で除して大きく低減した値なので T m <<T d <<T ult ということになる. したがって 設計には過度の冗長性 ( 無駄 ) があるように見える. このことから このような測定結果に基づいて設計荷重を低減して無駄を取り除くのが合理的に思えてくる. しかし これらの実測データの殆どは常時に測定されたものであり 豪雨 地震等の異常時に測定されたものではない. このような異常時は構造物の供用期間中に何回か遭遇するので 常時での冗長性は異常時に対する備えとなる. 耐震設計をしていない擁壁でも 常時に多少なりとも冗長性を持っているため 地震で崩壊しない例も出てくる. さらに 設計での想定したレベルを超えた異常事態に備えるためには 常時に十分大きな冗長性が必要となる. また 通常の設計では明示されないが この常時の冗長性によって長期残留変形 変位が抑制される. 仮に 常時での実測値 T m << 設計長期破断強度 T d という実構造物の挙動に基づいて 現在の設計法は過度に安全側 ( つまり非経済 ) である と判断して 現在の設計 施工レベルを低下させるならば 冗長性は全般的に低下して十分な冗長性が無い GRS 擁壁の数が増加する. その結果 異常時に崩壊する事例が多くなる. 崩壊例が増加して GRS 擁壁に対する信頼性が失われる事態は 避けなければならない. 一方 数多く建設されても長期に亘って崩壊事例が無いという意味で十分大きな冗長性があるが従来形式の擁壁よりも経済的な GRS 擁壁の設計 建設は 可能である. 実際 剛な一体壁面工を持つ GRS 擁壁は そのような実績から鉄道擁壁構造物の標準工法となっている. 北海道新幹線の建設では 従来形式の擁壁と盛土は全てこの形式の GRS 擁壁に置き換わり 橋台も 橋桁を GRS 擁壁の剛な一体壁面工で支承を介して支持する耐震性橋台 に置換されている 2). 上記を念頭に置いて GRS 擁壁の実挙動 設計 冗長性の関連を以下で議論する. 2 単位幅当たりの引張り力, T 擁壁完成時の荷重 ~ ひずみ状態 ( この関係は 建設速度等の要因の影響を受ける ) 常時に測定された荷重 T m 設置時の損傷 一定荷重でのクリープ過程 新製品の急速引張り試験による引張り破断強度, (T ult ) クリープ破断 長期破断強度の設計値, (T d )* 供用期間終了時の荷重 ~ ひずみ状態 ( 化学的生物学的劣化後 ) 図 -1 材料強度 T ult, 設計長期強度 T d, 常時荷重 T m の関係 3. 実測値と設計値に差がある理由 引張りひずみ, ε (T d )=(T ult )/[ 設置時損傷低減係数 クリープ低減係数 * 長期劣化係数 ]/ 全体安全率 (* 耐震設計では考慮しない ) GRS 擁壁で 常時での実測値 T m << 設計長期破断強度 T d となる主要因は 設計時における (1) 土の締固め度の過小評価によるせん断強度の過小評価 (2) サクションによる見かけの粘着力の無視 (3) 壁面工基礎前面の受働土圧抵抗の無視 (4) 耐震設計の実施である. まず 要因 (1)~(3) を議論する. (1) 土の設計せん断強度日米の土構造物の設計指針 (design code) で共通して 良質な盛土材を用いて適切に締固めることを前提にした擁壁の安定解析のための標準的設計せん断強度を提示している. 我国では c=0 として貧配合の砂では φ 0 =30 o 一般の砂 礫では φ 0 =35 o 良配合砂礫等では φ 0 =40 o を用いることが多い 3 ). AASHTO では φ 0 の標準値を 34 o 上限値を 40 o としている. これらの値の意味を検討するために 現場で使用された多様な良配合の砂礫 ( 図 -2a, b) を用いて拘束圧 50 kpa で排水三軸圧縮試験を行った ( 豊浦砂は 例外の研究用の貧配合砂 ) 4, 5). 供試体は 1Ec あるいは 4.5Ec での最適含水比で締固めた. 供試体を飽和化したのは 設計では豪雨等に盛土の飽和度が高くなりサクションが消えることを想定して擁壁の安定性を検討するからである. 図 -3a に飽和供試体の c=0 とした内部摩擦角 φ 0 を 1.0Ec での締固め度 D c に対して 図 -3b に締固めた不飽和状態と飽和状態での φ 0 を 4.5Ec での D c に対してプロットした. 締固めるほど不飽和状態での強度は飽和状態での強度よりも大きくなる. 図 -3a, b を見ると 上記の標準的設計せん断強度は 1.0Ec での D c = 90% 程度 4.5Ec の D c = 85% 程度での φ 0 に相当する. これは 締固めが悪い状態でのピーク強度に相当する. 一方 近代的機械施工では盛土はこの状態よりも遥かに締固まる. 図 -4 に示す例では D c の管理値 ( 全測定値の許容下限値 ) は 92% である. この図

3 三軸圧縮での内部摩擦角 TC angle of internal friction,, φ peak peak (deg.) ( 度 ) 三軸圧縮での内部摩擦角 TC angle of internal friction,, peak φ (deg.) 0 ( 度 ) ( 各層 15 回 RI 測定の平均値 ) の数 通過重量百分率 CBG1) 千葉礫 (1) CBG2) 千葉礫 (2) CCA) 破砕コンクリート CGR) 粒度調整砕石 RGYY) 新山本山ダム円礫 RGSZ) 静岡空港円礫 NS) 成田砂 IS-I) 稲城砂 Ⅰ IS-Ⅱ) 稲城砂 Ⅱ IS-Ⅳ) 稲城砂 Ⅳ TS) 豊浦砂 YG) 吉野川礫 ( 剪頭粒度 ) DG) 土器川礫 ( 剪頭粒度 ) NS, IS-I, IS -Ⅱ & IS-Ⅳ TS CBG1 CBG2 RGSZ DG CGR CCA RGYY YG 値は 98 % 程度であり 管理値の 92% よりもかなり大きく 対応する φ 0 は 50 o ~55 o にもなる. 標準的設計値として φ 0 =35 o を用いた時の主働土圧係数 K A は であり 良く締固まった盛土を代表して φ 0 =50 o を用いた時の K A は であるので 擁壁の安定に必要な補強材力は両者で二倍程度の差になる. したがって 良く締固めた場合で φ 0 =35 o を用いると 大きな冗長性が生まれることになる. 0 a) b) 含水比, w (%) 図 -2 各種砂礫材料 :a) 粒度特性 ; b) 締固め曲線 ( 修正 4, 5) プロクター 4.5Ec) a) 乾燥密度, d (g/cm 3 ) E 粒径 d, [mm] CBG2 RGYY DG RGSZ IS-I IS-Ⅳ IS-Ⅱ CGR YG CCA NS 4.5 Ec Degree b) 締固め度 of compaction,, (D D c4.5ec c ) (%) 図 -3 砂礫の c=0 とした φ 0 ( 拘束圧 50kPa): a)1ec と 4, 5) b)4.5ec での締固め度に対するプロット に示す D c の値は既に各層でラジオアイソトープ (RI 計器 ) によって 15 回測定した値の平均値であるから 個々の D c の測定値に対して設定する管理値は 90% となる. この場合 D c の全測定値の平均 TS IS-I) 稲城砂 Ⅰ IS-Ⅱ) 稲城砂 Ⅱ IS-Ⅳ) 稲城砂 Ⅳ NS) 成田砂 TS) 豊浦砂 RGYY) 新山本山ダム円礫 RGSZ) 静岡空港円礫 CCA) 破砕コンクリート CBG2) 千葉礫 (2) CGR) 粒度調整砕石 YG) 吉野川礫 ( 剪頭粒度 ) DG) 土器川礫 ( 剪頭粒度 ) 70 1Ec 締固めエネルキ (compacted - 標準プロクター at w ) & opt (1.0Ec) での最 sheared 大乾燥密度に対する締固め度 saturated or unsaturated D c 60 飽和良配合礫質土 50 Z.A.V.L 飽和良配合礫質土 飽和良配合砂質土 飽和良配合砂質土 Degree of compaction, D c1ec (%) 締固め度, (D c ) 1.0Ec (%) 4.5E 締固めエネルキ c (compacted - 修正プロク at w opt ) & sheared ター (4.5Ec) saturated での最大乾燥密 or 度に対する締固め度 unsaturated D c 飽和貧配合砂質土 ( 豊浦砂 ) 不飽和良配合礫質土 飽和貧配合砂質土 ( 豊浦砂 ) ,500 1, 管理値 = 92 % > 110 締固め度, D c (%) 路盤 1Ec (standard Proctor) D c の平均値 = 98.0 % 路床 4.5Ec (modified Proctor) D c の平均値 = 97.4 % 図 -4 高速道路盛土での締固め管理記録 (200kN 級振動ローラ 施工箇所 1 層ごとに 1 日 15 点 RI 測定 2004 年 11 月 ~2008 年 6 月 19,245 データ (94 工事 ), 最大粒径 40 mm 以下で細粒分含有率が 20 % 以下 ) 6) (2) 見掛けの粘着力擁壁の裏込め盛土は通常多少の細粒分を含み 常時は不飽和状態であるためサクションによる見掛けの粘着力を有する. このため GRS 擁壁が常時の安定に実際に必要な補強材力は 設計で想定する見掛けの粘着力が無い場合と比較すると大幅に小さい (1/10 の場合もある ). 設計で見掛けの粘着力を無視するのは 長期に亘る供用期間には何回か降雨や排水不良 あるいは両方のために 飽和度が高くなりサクションが消滅する可能性があるからである. 実際は十分な排水工が設置してあれば 豪雨時でも擁壁の裏込め盛土は一定の不飽和状態を保ち一定の見掛けの粘着力を発揮される. それでも 信頼できる値は予測できないため 安全側の処置として無視している. したがって 排水工が整備されているほど冗長性は高いであろう. また 地震と豪雨が同時生起する確率は低いが 1968 年十勝沖地震や 2004 年新潟県中越地震では豪雨直後に生じた. 耐震設計でも通常は擁壁の裏込め盛土の見掛けの粘着力は無視し飽和単位体積重量を用いている. これによって地震時での一定の冗長性が生まれる. (3) 壁面工基礎前面の受働土圧 GRS 擁壁では 通常壁面工の基礎は一定の根入れをするので その前面には一定の受働土圧が発揮される. そのため 補強材の実際に作用する引張り力は 受働土圧を無視して計算した値よりもかなり小さくなる. しかし 設計では壁面工の前面の地盤の不測の洗掘 掘削に備えて受働土圧抵抗を無視し

4 ている. このために GRS 擁壁は通常の状態ではかなり大きな冗長性を持つことになる. 少なくとも上記要因 (1)~(3) のために設計では GRS 擁壁の安定性を大きく過小評価しているため 通常は 常時での実測値 T m << 設計長期破断強度 T d となり 常時には大きな冗長性がある. 仮に設計で一定の見掛けの粘着力を考慮しただけでも 通常の GRS 擁壁ではジオシンセティックス補強材は常時では不要になる. 実際 一定の細粒分を含む砂質土の盛土では 補強材が無くてもかなりの高さまで常時には自立する ( 図 -5). しかし常時に十分大きな冗長性がないと 長期供用期間には何回か遭遇する豪雨等の異常時に対処できない. 構造形式 設計 施工の要因で冗長性が低いことに加えて 耐震設計をしていないか 十分に高い震度での耐震設計をしていなかったため 常時での冗長性が十分でなかった と思われる. 上記に基づくと 常時の測定値 T m << 設計長期破断強度 T d という事実に基づいて GRS 擁壁の設計荷重 ( すなわち設計土圧 ) を現在の設計値よりも下げるか あるいは耐震設計を実施しないとすると GRS 擁壁が持つ冗長性は全般的に低下して 異常時での崩壊事例が増加することになる. 両者を同時に実施すれば 冗長性は全般的に著しく低下して異常時の崩壊事例は確実に増加する. 図 -5 中細砂の盛土での鉛直掘削面 ( 見掛けの粘着力のため安定している ) 4. 耐震設計不要論について 以下 要因 (4)( 耐震設計 ) を議論する. 鉄道構造物設計標準 3) では 擁壁は高さによらずレベル 2 の設計地震動に対して耐震設計を行う. 一方 現在の AASHTO の設計指針では ( 水平最大加速度 )/ ( 地球の加速度 )= a/g<0.4 と設定された地域では擁壁の耐震設計が基本的に不要である. 我が国の道路土工擁壁工指針 7) では 高さ 8m 以下の擁壁は常時での作用に対して適切に設計 施工すれば耐震性が十分にある という趣旨が述べられている. これら耐震設計不要論は 耐震設計をしていな擁壁でも一定の地震動で崩壊しなかった事例に基づいている. そのような事例は 少なくとも前節で指摘した三つの要因 (1)~(3) のために常時で一定の冗長性を持っていたため と理解すべきである. 後に議論するように このような冗長性が適切に確保できるような構造形式 設計 施工を採用する必要がある. しかし 現状では適切な冗長性を確保する重要性が確実に認識されていない. そのため冗長性の大きさは 偶発的な面が強く異なる擁壁の間で一貫性がなく 定量化が困難であり信頼できない. 実際 従来形式の擁壁と GRS 擁壁を含む補強土擁壁が a/g<0.4 でも また高さ H<8.0 m でも 地震で崩壊した事例は少なくない. 図 -6 に示す重力式の擁壁含め多くの H<8m の擁壁が 1955 年阪神淡路地震で倒壊した 8).2011 年東日本大地震で a/g~0.3 で崩壊した補強土擁壁は少なくとも 2 例ある 9). 崩壊した擁壁は 図 年阪神淡路地震で倒壊した阪神電鉄石屋川駅周辺の重力式擁壁 (k h =0.2 で設計 ) 8) 上記の耐震設計不要論は特定の条件での事例に基づいた経験主義であり 次の基本的な問題がある. まず 耐震設計を行わなくても一定の耐震性があることを上記のように冗長性に基づいて説明する必要があるが なされていない. また 特定の条件で得られた経験は 一般的な条件に無条件に適用できない. たとえば 裏込め盛土の天端面が水平な擁壁と様々な勾配を持つ擁壁など多様な条件を持つ擁壁の常時と地震時の安定性を 特定の経験だけに基づいて予測できない. これらは 適切な安定解析によって初めて関連付けられる. さらに 耐震設計不要とする擁壁を地震動 a/g と擁壁高さ H の特定の制限値によって決めると a/g= 0.39 と 0.41 の間や H=7.9 m と 8.1 m の間のように 設計が不自然に不連続になる. そもそも a/g<0.40 あるいは H<8m で耐震設計が不要となる擁壁の全てが同様な耐震性を持つと想定することになるが それは事実に反する. 5. ジオシンセティックス補強材の引張り強度に関連した冗長性 ジオシンセティックス補強材の設計破断強度 T d は 図 -1 に示すように 新製品の急速引張り試験によって測定した引張り破断強度 (T ult ) を次式に従

5 って各種の 1.0 を超える低減係数で除して求める. Tult Td (1) RF RF RF ( FS) CR D ID overall RF CR はクリープ破断の可能性 RF D は長期化学的 生物学的劣化 RF ID は敷設時の損傷に対する低減係数であり (FS) overall は様々な不確定性をカバーするための全体安全率である. この方法には かなりの冗長性が含まれている. まず RF D と RF ID を掛け合わせていることは 両者を独立に扱い至る所で両者が同様に生じると仮定していることになる. この二つの現象は非常に不確定性が高いので この仮定は安全側の処置として採用されていると解釈できる. しかし 実際にはそのようなことは生じない. さらに 設計でクリープが生じるとする持続引張り荷重は設計破断強度 T d であるが 実際の常時での長期持続荷重 T m は T d よりも遥かに小さい ( 図 - 1). したがって クリープ破断の可能性はこの要因によって相当過大評価されている. 加えて (1) 式では RF CR と RF D を掛け合わせているが これは 全供用期間で長期劣化で強度低下後に 再度全供用期間に亘って持続荷重によってクリープ変形が生じる ことを意味する 10). 実際は 二つの現象は同時に進行するため この想定もクリープ破断の可能性を過大評価する. 以上のことから 実際にはクリープ破断の可能性は非常に低い. 実際 筆者はクリープ破断で崩壊した GRS 擁壁の事例を知らない. おそらく (1) 式に含まれる冗長性は GRS 擁壁全体の安定性を損なうことなく また過大な長期残留変形を生じさせることなく 一定程度低減できるであろう. 文献 11) では 地震時荷重に加えて常時の長期持続荷重に対してもクリープ低減係数を 1.0 にする設計法を提案している. (1) 式での各種低減係数を減少させると GRS 擁壁の安定に必要な所定の設計長期破断強度 T d から求めた材料強度 T ult は低下する. 一方 常時の測定値 T m << 設計長期破断強度 T d という事実に基づいて設計荷重 ( 主働土圧 ) を低下させた場合は 必要設計強度 T d が低下して必要材料強度 T ult は低下する. しかし 両者は同じ提案ではない. つまり 前者では設計荷重の低下を提案していないが 後者ではの設計荷重の低下を提案しているので 材料強度 T ult の低下だけでなくジオシンセティックス補強材の引抜け強度 壁面工と補強材の間の連結強度の低下 壁面工への作用土圧の低下 ( したがって壁面工の安定性の低下 ) に繋がる. 一方 盛土の良い締固めと排水工の整備の奨励には繋がらない. つまり 全般的な冗長性の低下となる.Koener ら 12) が行った 171 の補強土擁壁の崩壊事例の解析によると ジオシンセティックス補強材の破断で崩壊した事例はない. むしろ 盛土の不十分な締固め 排水工の不備 壁面工の過大な変形 崩壊 壁面工 補強材の連結部の破壊で崩壊した事例が殆どである. このことは GRS 擁壁全体を見れば 後者の提案 ( 設計荷重の低下 ) による冗長性の低下は崩壊事例の増加に繋がることを示唆している. 6. 幾つかの事例 (1) 見掛けの粘着力図 -7 は GRS 擁壁の角部がジオシンセティックス補強材の敷設を手抜きしたために崩壊した事例である. これは当然の帰結であるが この崩壊は建設後 1 年経過してから生じたことから 崩壊まで見掛けの粘着力が崩壊を防いでいたことが推察される. また 仮にこのような手抜きが無くて補強材が敷設されていたとすると 設計値よりも非常に小さな引張り力しか測定されていないはずである. 図 -7 ジオシンセティックス補強材が配置されていないため崩壊した GRS 擁壁の角部 ( 米国 ) 図 -8 は GRS 擁壁の実大模型の鉛直載荷試験を示す. 建設後数年に亘る長期観測を行ったが非常に安定していたため 天端からの鉛直載荷によって破壊させて壁面工の構造が GRS 擁壁の安定性に与える影響を検討した. 図 -8c に パネル式壁面工の試験区間を鉛直載荷で破壊させた後 崩壊メカニズムを調べるために掘削して露出した鉛直面を示す. 壁面工が無いのにも関らず 補強部だけでなく中央の無補強部も安定した鉛直自立壁面となっている. この状態での補強部のジオシンセティックス補強材の引張り力は 設計値よりも遥かに小さいはずである. これは 盛土材 ( 稲城砂 ) の細粒分含有率は 15% であり ( 図 8d) 不飽和状態であったため 見掛けの粘着力があったためである. この事例は例外ではない. しかし 設計は常時のこのような状態を対象としていない. 仮に 設計土圧をこのような挙動に基づいて決定した場合は非常に小さい値となり 安定に必要な補強材は非常に少量になる ( あるいは不要になる ). しかし 供用期間中降雨時には極めて危険な状態になることは自明である. (2) 盛土の不十分な締固め図 -9 に示す事例では 盛土の不十分な締固めのため 補強領域内に配置されていた縦排水孔と水平排水パイプの連結部が盛土の沈下によって破断した. このため 雨水が盛土内に浸透して盛土の飽和度が上昇し見掛けの粘着力が減少して沈下が進行するという悪循環が生じ 盛土が大変形した 15). 元来排水設備を補強領域内に設置すべきではないが この現場で仮に盛土の締固めが良ければ 湿潤化しても有害なコラプス沈下を防ぐことができたはずである

6 重量通過百分率 a) 1995 年阪神淡路大震災でのレベル 2 地震動に耐えた. これは 耐震設計に冗長性があったからである. すなわち 盛土材は良配合な砂であり 1Ec での締固め度の管理値が 90% であり 実際の φ 0 の値は 42 o と推定される 16). しかし 設計では標準的な値の φ 0 =35 o を用いた. これは 実際の値を過小評価していたと思われる. また 盛土材の細粒分含有率は 9% であり 地震前は晴天がかなり続いていた. したがって 見掛けの粘着力は一定程度あったと推定されるが 設計では無視した. さらに 設計では壁面工基礎の受働土圧も無視したが 図 -10b を見ると実際には一定の受働土圧が発揮されたと思われる. b) a) c) 稲城砂バッチ No. 8 G s = 2.69 D 50 = mm U c = 18.8 FC = 15 % b) 図 -10 JR 西神戸線の たなた での剛な一体壁面工を持つ GRS 擁壁 :a) 建設直後 (1992 年 );b)1995 年阪神淡路地震の一週間後 13, 16) 0 1E-4 1E d) 粒径, D (mm) 図 -8 鉄道総合技術研究所に建設された実大 GRS 擁壁の 13, 載荷試験 14) : a) 載荷方法 ; b) 載荷中 ; c) パネル式壁面工の試験区間の鉛直掘削断面 ( はすべり面の位置を示す ); d) 稲城砂の粒度分布 このタイプの GRS 擁壁は現在ではレベル 2 地震動に対して耐震設計している.2011 年東日本大震災では 数多くのこのタイプの GRS 擁壁が a/g> 0.4 であっても無被害であった 17). しかし これ以外の GRS 擁壁も同様な耐震性を持っているとは限らない. 少なくとも二つの他のタイプの補強土擁壁が a/g=0.30 で崩壊した 9). これらのことは a/g の値だけで一律に耐震設計が必要か不要かを決定することはできないことを示している. 7. 適切な冗長性を確保するためには? 18) 図 -9 本来低コストの GRS 擁壁を高コストのアンカー工法 15) で補修した例 (3) 冗長性により地震による崩壊を免れた GRS 擁壁図 -10 に示す剛な一体壁面工を有する GRS 擁壁は レベル 1 設計地震動に対して設計されていたが 適切な冗長性の前提は 適切な構造形式 構造形式の選定以外での適切な設計 適切な施工である. (1) 適切な構造形式の三つの要因 (a) 破壊開始に必要な荷重 ( 破壊強度 ) が大きい. (b) 構造靭性 (ductility) が大きい : 破壊開始後の構造安定性の低下率が低く 完全な崩壊に至るのに必要なエネルギーが大きい

7 (c) 構造一体性 (integrity) が高い : 部分破壊が全体破壊に至りにくい. 例えばパネル式の壁面工は パネル一枚の破損が壁面工全体から擁壁全体の破壊に至る場合があり 構造一体性が低い. GRS 擁壁では 剛な一体壁面工の採用によってこれらの要因のレベルは向上すると考えられる. (2) 適切な設計の三つの要因 (a) 適切な耐震設計 : これによって常時の冗長性が確保されて 残留変位 変形が減少して維持管理が容易になる. (b) ジオシンセティックス補強材の適切な配置 ( 十分な強度 長さ 密度 ) 安定な壁面工と 壁面工と補強材の高い連結強度が重要である. (c) 適切な構造形式の採用と適切な施工の実施を奨励する設計法 : ピーク摩擦角 φ peak は締固め度が向上するほど増加するので 残留摩擦角 φ residual に加えて φ peak も設計で用いることによって より良い締固めが奨励される.φ peak と φ residual を用いる動土圧算定法として修正物部岡部法 19) が φ peak と φ residual を用いる残留すべり量の算定法として修正 Newmark 法 20, 21) が実用化されている 3). 地震時の残留変位 変形は 構造延性が大きいと小さくなるので これで安定性を評価すれば延性の高い構造形式の採用が奨励される. 一方 盛土材の粒径が大きくなるほど摩擦角の φ peak から φ residual への低下に伴うすべり量が大きくなることから 上記修正 Newmark 法の解析でより延性的な挙動を示すことになる. しかし 現在の設計 3) ではこの要因は考慮していない. また 構造一体性も設計で考慮できれば一体性が高い構造形式が奨励される. 剛で一体壁面工を使用すると天端近くの集中荷重に対して高い構造一体性を示すことは 現在の設計法 3) で考慮されている. 一方 部分破壊が全体安定に及ぼす影響の評価には強度のばらつきを考慮した三次元安定解析が必要であるが 現在の段階ではその解析法は提案されていないようである. (d) 設計では 適切な構造形式 設計 施工によって生み出された安定性の全ては考慮しない. このことによって 安全率を超えた冗長性を確保する. 例えば φ peak を設計で用いる場合でも安全側に設定し 排水工が十分でも見掛けの粘着力を無視し 壁面工基礎前面の受働土圧を無視する. また 現在の設計では構造延性と構造一体性の評価が不十分であるから 実際にこれらの要因が大きい構造形式ほど 冗長性が大きくなっている. (3) 適切な施工の三つの要因 (a) 出来るだけ締固まりやすく排水性の良い盛土材を用いる. (b) 出来るだけ良く締固める ( これについては 文献 22) で詳細に論じている ) (c) 十分な排水設備 : 豪雨時に正の間隙水圧が発生しないようにする. サクションが維持できれば 図 -3b に示すように良く締固めることよってせん断強度が増加する. 適切な構造形式 適切な設計 適切な施工が総合されて冗長性が十分に確保されれば 常時の維持管理が容易になり 不測の異常事態でも崩壊しない確率が高くなる.GRS 擁壁全体を供用期間に亘って見れば このような冗長性の確保に必要なコストは 冗長性が不足した場合の維持管理費の増加と崩壊事例の増加によるコスト増加よりも低い. また 従来形式の擁壁よりも低いコストで 十分高い冗長性を確保した GRS 擁壁を建設できた実績がある 2, 8, 17). 8. まとめ 本来 GRS 擁壁は経済的で耐力が高く 構造延性があり比較的大きな変形が可能で脆性的には崩壊しない. しかし 壁面の過度の変形を伴って崩壊する例が非常に多い. それは 主に壁面工と補強材の連結部の破損 ( その部分でのジオシンセティックス補強材の破断も含む ) が関連している. これは 盛土の締固め不足や排水不良などによる冗長性の低下によって引き起こされる. 適切な ( あるいは十分大きな ) 冗長性の確保には 適切な構造形式の選択と適切な設計が必要である. 設計では 通常の土構造物と同様に盛土の締固め度を安全側に想定して安全側のせん断強度を採用して見掛けの粘着力を無視するとともに 壁面工基礎前面の受働土圧を無視するのが適切である. 同時に 壁面工自体の安定性と壁面工とジオシンセティックス補強材の連結部の強度の確保が重要であり 適切な耐震設計が必要である. 適切な解析法によって 想定する極限状態における擁壁全体の安定性を適切な盛土の設計せん断強度とジオシンセティックス補強材の設計破断強度を用いて確認する必要がある. 適切な施工とは 設計で想定した状態 ( 許容下限値に等しい締固め度 サクションゼロ 壁面工基礎前面の受働土圧ゼロ ) の実現ではなく 出来るだけ良い盛土材を用いて出るだけ良く締固め 排水工を整備することによって適切な冗長性を生み出すものである. また 締固め度の向上によって増加する盛土材のピーク強度を設計で用いることによって 良い締固めが奨励される. 排水工の整備によって豪雨時でもサクションは残留する可能性が高くなり 安定性が向上する. その上で 設計で上記のように創出された安定性の全ては考慮しない. そのことによって 冗長性が確保される. 十分大きな冗長性を持つ GRS 擁壁は 維持管理費が低減し設計で想定したレベルを超える異常時にも生き残る可能性が高くなる. そのために必要なコストは 冗長性の不足による維持管理費の増加と破壊対応のコスト増加よりも小さい. 参考文献

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