13851 13851 31880
18479
上り線（先行トンネル） 下り線（後行トンネル）
トンネル中心 道路中心
SL
トンネル中心 暫定道路中心
避難連絡坑延長 19870
表-1 早期閉合トンネルの支保構造仕様
吹付けコンクリート f'ck=36N/mm2,t=25cm 鋼アーチ支保工 H-200(SS400),σa=210N/mm2
ロックボルト L=6m,290KN,17本
変形余裕量 10cm
構造部材 上・下半と同様
構造半径比R3/R1 2.00
早期閉合距離Lf 9～12m
閉合部材 上・下半 支保部材
表-2 計測 B の設置箇所
名称 設置箇所 測点
計測B① 早期閉合を開始した位置（設計した支保の検証） TD.717
計測B② 断層破砕帯部（F断層） TD.1160
図-1 双設トンネルの位置関係
キーワード：山岳トンネル，押出し性地山，双設影響，早期閉合，変形余裕量，高速道路 連絡先：
441-1325
愛知県新城市長篠字今銭前16 Tel.050-3532-5310 Fax.0536-32-0257
押出し性地山における早期閉合双設トンネルの設計検証
中日本高速道路㈱ 豊川工事事務所 大嶋健二
清水建設㈱ 名古屋支店 正会員 ○石川俊明 児玉泰樹 清水建設㈱ 地下空間統括部 正会員 楠本太
1. はじめに
地山強度比が
0.5
を下まわる押出し性地山のトンネ ル掘削では，自立安定は困難であり，断面閉合なしで のトンネル支保構造は不安定になりやすく，過大な変 位や支保工の変状・破壊が発生するようになる．この ような強度不足に起因する押出し性地山では，上半切 羽から1D
（D
：掘削幅）以内で支保構造体を早期閉合 部材で断面閉合して，これの内圧力Pi
で土圧Po
を保持 する早期閉合が，最も有効な安定化方法と考えられ，施工事例が増えてきている．
新東名高速道路・鳳来トンネルは，押出し性の地質 を有し，脆弱で自立度の低い断層破砕帯を通過する双 設トンネル（壁面離隔
1.4D，図-1）である．湧水量は
全線にわたって比較的少ない．延長約2.5km
のうちTD.600m
～1330m
付近において，地山強度比が0.3
と小 さく，掘削時に過大な変位や支保の変状が発生したた め，上述の安定化方法に基づき高耐力のトンネル支保 構造を設計し，早期閉合で施工した1)2)
．本報では，鳳来トンネルにおける地山強度比
0.3
の押 出し性地山にて採用した早期閉合トンネルの設計につ いて，計測工の結果に基づき，その妥当性を検証する．2. 設計概要
西村らがまとめた早期閉合トンネルの施工事例
3)
で は，地山強度比0.3
程度の粘土質の断層破砕帯や大規模 な地質不良部における吹付けコンクリートには，土かぶり高で
H=60m
相当の土圧が作用することが推定される
3)
．鳳来トンネルでは，標準支保パターンで掘削中に 過大な変位や支保の変状が発生したため，土かぶり高H=60m
相当の土圧作用を想定し，厚肉円筒理論4)
を用いて必要支保耐力を算出し，高耐力の早期閉合トンネ ルを設計した．設計した早期閉合トンネルの支保構造 仕様を表-1に示す．
3. 設計の妥当性の検証
設計した支保の妥当性を確認するため，変位計測に 加え，早期閉合を開始した位置と断層破砕帯に遭遇し た位置の
2
断面で計測B
（吹付けコンクリート軸応力測 定，鋼アーチ支保工縁応力測定）を実施した（表-2）．設計の妥当性について，以下を整理して検証する．
① 先行上り線のトンネル変位について，先行後と双 設後の変位量が変形余裕量
(100mm)
以下で収束し ていることを確認する．② 先行上り線の計測
B
の結果をもとに，支保に作用 する先行後と双設後の応力を分析し，支保の健全 性を確認する．③ 計測
B
の結果を用いて作用土圧Po
を推定し，土か ぶり相当高を求め，設計時の土かぶり高(H=60m) の妥当性を確認する．作用土圧Po
の推定は，計測B
の吹付けコンクリート軸力Nc
の最大値を支保構 造半径r
で除して概算する．土かぶり相当高H
は，この土圧
Po
を単位体積重量γで除して算定する．土木学会第67回年次学術講演会(平成24年9月)
‑85‑
Ⅵ‑043
-39
-11 -12
-27 -30
-45
-12 -14
-31
-35
-39 -35
-55 -57
-45 -39
-39
-60 -58
-40
-6
-1 -2 -4 -5
-10 0 10 20 30 40 50 60 70
-80 -70 -60 -50 -40 -30 -20 -10 0
天端沈下 左脚部沈下 右脚部沈下 上半内空変位 下半内空変位
増加分=双設後-先行後
沈下量・内空変位量(mm)
計測A（先行後）
計測A（双設後）
最大値（先行後）
最大値（双設後）
計測A増加分
計測点
図-2 トンネル変位量
23
7 11
24 26
9
16 15
9 6
9 1.0
1.1 1.3
1.2 1.3
1.1 0.9
1.2 1.0
0.5
-0.3 0.0 0.3 0.6 0.9 1.2 1.5
0 6 12 18 24 30 36
Inv左 SL下 SL上 左肩 天端 右肩 SL上 SL下 Inv右 Inv中
応力増分比（=双設後/先行後）
吹付けコンクリート軸応力（N/mm2）
測定位置 先行後 双設後 増分比
（＋：圧縮）
（←下り線側）
図-3(1) 吹付けコンクリート軸応力（計測 B①）
0
24 31
0 9
32
4 14
5 28
21 24 1.2
1.0 1.1
1.3 1.4
1.0 1.5
1.1 1.2
-0.3 0.0 0.3 0.6 0.9 1.2 1.5
0 6 12 18 24 30 36
Inv左 SL下 SL上 左肩 天端 右肩 SL上 SL下 Inv右 Inv中
応力増分比（=双設後/先行後）
吹付けコンクリート軸応力（N/mm2）
測定位置
先行後 双設後
（＋：圧縮） 増分比
（←下り線側）
図-3(2) 吹付けコンクリート軸応力（計測 B②）
-247 -143
-370 -333 -385
-546 -496 -31
-132
-495 -136
-227 -343
-89
-334
-239 -190 -263
1.4 1.6
1.4 1.3
1.1 1.6
2.3
1.0
0.0 1.0 2.0 3.0 4.0
-1,000 -750 -500 -250 0
Inv左 SL下 SL上 左肩 天端 右肩 SL上 SL下 Inv右 Inv中
縁応力In増分比（=双設後/先行後）
鋼アーチ支保工縁応力（N/mm2）
測定位置
先行後In 先行後Out 双設後In 双設後Out Iｎ増分比
（－：圧縮）
（←下り線側）
図-4(1) 鋼アーチ支保工縁応力（計測 B①）
-231 -331
-432
-693 -269
-430
-759 -277
-65 -175
-572 -519 -312
-520 -149
-705
-386 -327 -329
-235 1.7
1.4 1.3
1.1 1.1
0.9 1.0 1.2
1.0 1.1
0.0 0.5 1.0 1.5 2.0
-1,000 -750 -500 -250 0
Inv左 SL下 SL上 左肩 天端 右肩 SL上 SL下 Inv右 Inv中
縁応力In増分比（=双設後/先行後）
鋼アーチ支保工縁応力（N/mm2）
測定位置
先行後In 先行後Out 双設後In 双設後Out In増分比
（－：圧縮）
（←下り線側）
図-4(2) 鋼アーチ支保工縁応力（計測 B②）
44 45
57
66
0 20 40 60 80
0.0 0.5 1.0 1.5 2.0
土かぶり相当高H（m)
作用土圧Ｐｏ（N/mm2）,増分比
測点番号 先行後Po 双設後Po 増分比 先行後H 双設後H
計測Ｂ① 計測Ｂ②
Po=吹付けコンクリート軸力Nc/トンネル半径r H=Po/単位体積重量
増分比=双設後/先行後
図-5 作用土圧 Po と土かぶり相当高 H 3-1.トンネル変位
トンネル変位を図-2 に示す．図-2 に示す計測値は，
代 表 測 点 と し て ， 天 端 沈 下 量 が 最 大 で あ っ た 測 点
(TD.1188m)の変位量と，各測線の変位の最大値を示す．
代表測点の沈下量のなかで，天端沈下
V 1
が最も大き く，先行後-39mm
，双設後に-45mm
沈下する．内空変 位量のなかでは，下半H 2
が大きく先行後-30mm，双設後に
-35mm
内空側に変位する．代表測点を含め，計測A
を実施した全ての測点において，トンネル変位はい ずれも変形余裕量(100mm)以下で収束する．3-2.支保の健全性
吹付けコンクリート軸応力と鋼製支保工縁応力をそ れぞれ図-3，図-4に示す．
吹付けコンクリート軸応力は，計測
B①において，最
大で先行後23N/mm 2
，双設後26N/mm 2
の圧縮となり，設計基準強度
f’ ck
の約72
％で収束する．計測B
②におい て，最大で先行後24N/mm 2
，双設後32N/mm 2
の圧縮と なり，設計基準強度f’ ck
の約89
％で収束する．鋼アーチ支保工縁応力は，ほとんどの側線で許容応力 度σ
a
を上回り，双設後において最大で約760N/mm 2
の 圧縮がIN
側で発生し（同位置OUT
側で約390N/mm 2
の圧縮），高い曲げ応力が発生する．しかしながら，吹 付けコンクリートによる変位拘束を受け，支保の変状 はなく，支保部材としての健全性は確保できている．3-3.土かぶり相当高
土かぶり相当高を図-5に示す．
双設後の土かぶり相当高
H
が，計測B①で H=57m，
計測
B
②でH=66m
となり，設計で想定した土かぶり高H=60m
は定量的に概ね妥当であったと考えられる．4. まとめ
地山強度比が
0.3
の押出し性地山に対し，厚肉円筒理論 を用いて早期閉合のトンネル支保構造を設計し，計測工の 結果に基づいて，その妥当性を検証した．その結果，想定 した土かぶり高相当の土圧を，設計した支保構造がその健 全性を確保した状態で支持し，トンネル変位を抑制してい ることが確認され，本設計の妥当性が示された．【参考文献】
1)桐山・大嶋・神澤・浅野：三波川帯低強度地山を早期閉合などの工夫で
効率的に施工，トンネルと地下，Vol.42，no.10，2011.102)桐山・大嶋・浅野・楠本：押出し性地山における早期閉合双設トンネル
の地山挙動，トンネル工学報告集，第21
巻， 2011.113)西村・城間・楠本：早期閉合トンネル力学パラメータに関する考察，土
木学会第66
回年次学術講演会，第Ⅵ部門，2011.4)楠本・恩田・上岡：押出し性地山における大断面トンネルの力学パラメ
ータに関する考察，土木学会第60
回年次学術講演会，第Ⅲ部門，2005.土木学会第67回年次学術講演会(平成24年9月)
