よって擁壁に加わる衝撃圧がどのように変化するかを示

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(1)平成21年度土木学会関西支部年次学術講演会. 第Ⅲ部門. 擁壁脚部の形状による衝撃力の低減効果の検討. 神戸市立工業高等専門学校. 学生員. ○鷲尾. 神戸市立工業高等専門学校. 正会員. 中西. 法子宏. はじめに大規模地震や異常気象，土地開発に伴う. 次に同一斜面条件での崩壊の場合，擁壁脚部の形状に. 危険斜面の増加など，国土の約 7 割が山岳地帯である日. よって擁壁に加わる衝撃圧がどのように変化するかを示. 本には，斜面災害に関する危険が多く存在する．近接斜. す．崩壊斜面勾配 45°，斜面長 50m，崩土層厚 1.0m，崩. 面からの落石や土砂の崩落から人命や財産を守ることは，. 壊長 20m なる斜面崩壊が生じた場合，図 3 に示すように，. 災害対策の中でも最重要課題の一つとなっている．. 擁壁脚部に緩衝部のない場合(a)~(b)と緩衝部のある場合. 1.. 本検討では，急傾斜地崩壊防止工の一つである待ち受. (d)~(f)で，擁壁に加わる衝撃圧は図 4 のように分布した．表 1 粒子パラメータ. け擁壁工に着目し，擁壁に作用する崩壊土砂の衝撃圧を評価する数値解析法の開発，擁壁脚部に緩衝部を設けることの有効性の確認を経て，脚部形状が擁壁全体に作用する崩土衝撃圧の変化にどのように影響するか，二次元シミュレーションによって検討を行った． 2. 崩土衝撃圧の数値解析法斜面を崩壊する土砂は，. 実粒子径解析用粒子径摩擦係数水の粘性係数密度バネ定数(衝突方向) バネ定数(せん断方向) 減衰係数(衝突方向) 減衰係数(せん断方向). 土粒子と水が互いに影響し合う流れである．運動状態に. μ μ ρ kn ks ηn ηs. 1 50～100 0.4 0.001005 2400 3.60E+06 1.80E+06 9.90E+03 7.00E+03. mm mm Pa/s kg/m3 N/m N/m N・s/m N・s/m. ある土砂が擁壁に及ぼす力を推定するためには，液体による緩衝効果を見込まなければならず，固液混相流シミュレーション(土粒子の個体運動計算と水の流体計算)を実施する必要がある．そこで本検討では効率的に計算を進めるため，崩土の流体運動は斜面または壁に垂直方向の流速を 0 とし，壁に沿う方向の流速を，着目領域の粒. 図 2 崩壊斜面条件概略図. 子の斜面あるいは壁平行成分の平均速度に近似する数値解析法 1)を採用した．図 1 に示すように 2 つの球を合わせた非球形粒子を採用し，. (a) L1 = 0m. 二次元での個別要素法シミュレーションを行った．. (b) L1 = 1.5m. (c) L1 = 3.0m. 図 1 二次元粒子. 斜面データおよび粒子データを作成した後，初期状態として，乱数によって崩壊土粒子を斜面上に配置し，それらの運動計算を行って擁壁に衝突した各粒子の作用力の. (d) L1 = 3.0m (e) L1 = 1.0m (f) L1 = 0.5m 図 3 同一斜面条件における擁壁脚部形状の比較 5. (a). 脚部形状を変え，複数の崩壊ケースから擁壁へ作用する. 4. (b). 衝撃圧の比較検討を行った． 3. シミュレーション条件・結果崩壊土砂の粒子パラメータは表 1 に示すとおりである．また，図 2 に擁壁および崩壊斜面の設定条件概略図を示す．なお本検討では，斜面全長に亘る崩壊では擁壁衝撃圧は非常に小さく問題とならないと見られるので，斜面上の部分的崩壊の擁壁衝撃圧について検討する．. 擁壁高 :H[m]. 合計を崩土衝撃力とする．本検討では，斜面条件や擁壁. (c) 3. (d). 2. (e). 1. (f). 0 0. 2000. 4000. 6000. 衝撃圧 :P[kPa]. 図 4 擁壁脚部形状と衝撃圧の関係. Noriko WASHIO，Hiroshi NAKANISHI. Ⅲ- 12. 8000.

(2) 平成21年度土木学会関西支部年次学術講演会. P = EXP(−0.20361H + 0.21494θ1 + 0.00838L1. 図 4 より，緩衝部の有無は衝撃圧に大きく影響してい. +1.47728θ2 + 0.00642L2 + 0.02216L3. ることがわかる．また，(d)~(f)で比較してみると，L1 の大. +0.74720h + 3.99033). 小による衝撃圧への影響は小さく，擁壁上部での衝撃圧. (1). P = EXP(−0.888H − 0.00406L1 + 0.0267θ2. もあまり変わらないことから，緩衝部を設けることで斜. +0.0180L2 + 0.00883L3 + 0.497h − 1.091)(2). 面と擁壁の距離を縮めることが可能であるといえる．続いて同一斜面条件での崩壊の場合，緩衝部の傾斜の. また，図 5(a),(b)とも”*”付きで示す破線が，式(1)より. 違いによって衝撃圧がどのように変化するかを示す．図. 算出した当該崩壊条件における衝撃圧である．続いて崩. 5 は，斜面勾配 35°，斜面長 50,100m，崩土層厚 0.5m，崩. 壊斜面長および崩土層厚が衝撃圧に及ぼす影響を比較し. 壊長 20m なる斜面崩壊のとき，擁壁位置 0.5m，擁壁脚部. たものを，脚部勾配を 45°とした場合の代表例を用いて図. 勾配がそれぞれ 40,45,50°であった場合の擁壁に加わる衝. 6 に示す．斜面勾配 35°，崩壊長 20m，擁壁位置 0.5m で，. 撃圧の分布である．. 同図に示す実線が式(1)の結果である．. 擁壁高:H[m]. 3 2. 5. 3. 1. 0. 0 500. 1000. 衝撃圧:P[kPa]. (a)斜面長 50m. 1500. 5. 0. 500. 1000. 衝撃圧:P[kPa]. 斜面長 100m 層厚 1.0m. 4. 2. 1. 0. 40° 45° 50° *45°. 4. 擁壁高 H:[m]. 40° 45° 50° *45°. 4. 擁壁高:H[m]. 5. 1500. 3 斜面長 50m 層厚 1.0m. 2 斜面長 50m 層厚 0.5m. 1. 斜面長 100m 層厚 0.5m. 0. (b)斜面長 100m. 0. 図 5 擁壁脚部形状と衝撃圧の関係. 500 衝撃圧 P:[kPa] 1000. 斜面長50m,層厚0.5m 斜面長50m,層厚1.0m. 図 5 より，擁壁に加わる最大衝撃圧は脚部勾配 45°が一番小さく，上記二条件においては最も適切な緩衝部の形. 1500. 斜面長100m,層厚0.5m 斜面長100m,層厚1.0m. 図 6 斜面長と崩土層厚の影響. 状であるといえる．一方脚部勾配 40°の場合には，両斜面. 図 6 より，特に斜面長の長い場合には崩土の飛散が大. とも 3 ケースのうちで最も大きな衝撃圧が擁壁下部で算. きくなり，衝撃圧にばらつきが生じていることがわかる．. 出されている．しかしこの他にも上記条件で，斜面勾配. しかし，本研究の実験式との差は最大でも 500kPa 程であ. を 45,50°とした場合で同様の比較を行うと，結果は様々. り，実験式として十分使用できるものとみなされる．. であった．斜面勾配 45°とした場合には脚部勾配 50°が，. 6. まとめ式(1)より，7 個のパラメータの中でも特に崩. 斜面勾配 50°の場合には脚部勾配 40°が最も衝撃圧を軽減. 壊斜面勾配が大きく影響していることがわかる．斜面が. でき，擁壁上部への崩土飛散も比較的少なく，それぞれ. 急である程増加する崩土の速度，それに伴う擁壁への崩. 適切な脚部形状であると判断できた．. 土飛散が懸念されるとともに，崩壊長と崩壊層圧の関係. 5. 実験式の算出上記のような斜面崩壊シミュレー. から崩土量の大きさが衝撃圧に影響を及ぼしていること. ションの様々な解析結果を基に，最小二乗法により実験. がわかる．式(2)と比較してみると，緩衝部がない場合に. 式を求めた．実験式はこれまでに行われた研究結果をふ. は擁壁設置位置L1 は広くとる方が衝撃圧低減に有効であ. まえ，衝撃圧は擁壁高,擁壁脚部勾配,擁壁設置位置,斜面. るということがわかるが，図 3,4 で示したように式(1)か. 勾配,斜面長,崩壊長,崩土層厚について指数関数的に変. らも，緩衝部を設ける場合にはその必要がなく，しかも. 化すると仮定した．. 緩衝部がない場合に比べて擁壁に加わる衝撃圧を大幅に. そうして算出された実験式を式(1)に示す．また，緩衝部がない場合の擁壁に加わる衝撃圧を算定する実験式を式(2)に示す．ここで，P:擁壁に加わる崩土衝撃圧[kPa]，H:擁壁高 [m]，θ1 :擁壁脚部(緩衝部)勾配[rad]，L1 :崩壊斜面下端から擁壁までの距離[m]，θ2 :崩壊斜面勾配[rad]，L2 :斜面長[m]，L3 :崩壊長[m]，h:崩壊層厚[m]である．. 低減できるということがわかる．. 2). [参考文献] 1) 中西宏，山下典彦：待ち受け擁壁の設計に関わる崩土荷重についての研究平成 18 年度砂防地すべり技術研究成果報告会発表論文 (2007 年) 2) 木下早代：DEMシミュレーションによる待ち受け擁壁の衝撃荷重の検討平成 18 年度卒業研究報告書 (2007 年) 3) 小枝豪志：待ち受け擁壁の基部形状による衝撃荷重の検討平成 19 年度卒業研究報告書 (2008 年). Ⅲ- 12.

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