1. No category

ᨵ ᐃ
Ⲵ㔜
kN
ィ⟬ᘧ
Ⲵ㔜
㖄┤
kN
࢔࣮࣒㛗
Ỉᖹ
kN
'X
'Y
m
m
࣮࣓ࣔࣥࢺ
Mx
kN࣭m
㸫
㸫
™™
㸫
㸫
m
m
࣮࣓ࣔࣥࢺ
Mx
My
kN࣭m kN࣭m
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
ᥭᅽຊ
㸫
㸫
ྜィ
ճ
™™
մ
™™
ᑠィ 㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
㸫
ὀ ␒ྕձ㹼մࡣࠊୖᅗ୰ࡢ␒ྕ࡜୍⮴ࠋ
タィὥỈ᫬
タィὥỈ᫬
࡛࠶ࡿࠋ
ቨ㠃࡟స⏝ࡍࡿỈᅽ㸦Ph㸧ཬࡧᗏ㠃࡟స⏝ࡍࡿᥭᅽຊ㸦Pv㸪Pv㸧
ࠊỈ㔜Pvࡣࠊࡑࢀࡒࢀḟࡢ࡜࠾ࡾ
࠶ࡿࠋ
ቨ㠃࡟స⏝ࡍࡿỈᅽ㸦Ph㸧ཬࡧᗏ㠃࡟స⏝ࡍࡿᥭᅽຊ㸦Pv㸪Pv㸧
ࠊỈ㔜Pvࡣࠊࡑࢀࡒࢀḟࡢ࡜࠾ࡾ࡛
ཎⅬ
Ph
Ph
ն
Pv
ճ
մ
ཎⅬ
Ph
Pv
ղ
ճ
մ
Pv
ղ
ձ
Ph
Pv
յ
Ph
Ph
ն
Pv
Pv
յ
Ph 㸻 Jw ™ Ph 㸻 Pv㸻 Jw ™ Ph 㸻 Jw ™ 㸻 ™
㸻 kNm
Ph 㸻 Jw ™ 㸻 kNm
Pv 㸻 Ph㸩Ph
㸻 ™
㸻 kNm
㸻 kNm
Pv 㸻 Jw ™ 㸻 ™ 㸻 ™
Ph 㸻 Pv㸻 Jw ™ 㸻 ™
Ph 㸻 Jw ™ 㸻 ™
㸻 kNm
Pv 㸻 Jw ™ 㸻 kNm
㸻 ™ 㸻 kNm
㸻 ™
㸻 kNm
㸻 㸩
Pv 㸻 Ph㸩Ph
㸻 kNm
㸻 㸩
㸻 kNm
ձ
'Y
™™
ὀ ␒ྕձ㹼մࡣࠊୖᅗ୰ࡢ␒ྕ࡜୍⮴ࠋ
'X
™™
մ
࢔࣮࣒㛗
Ỉᖹ
kN
™™
ྜィ
Ⲵ㔜
㖄┤
kN
ղ
™™
ഛ ⪃
ձ
ճ
ᑠィ Ⲵ㔜
kN
ィ⟬ᘧ
ᑠィ ᥭᅽຊ
™™
ղ
㟼Ỉᅽ
㟼Ỉᅽ
ձ
ᑠィ ␒ྕὀ
My
kN࣭m
␒ྕὀ
⌧ ⾜
207
改
番号注）
荷重
(kN)
計算式
2.940×1.600
②
現
荷重
鉛直
(kN)
アーム長
水平
(kN)
ΔX
(m)
モーメント
ΔY
(m)
Mx
(kN・m)
My
(kN・m)
4.704
－4.704
0.800
－3.763
1/2×15.680×1.600
12.544
－12.544
0.533
－6.686
③
1/2×18.620×1.900
17.689
17.689
0.633
11.197
④
8.820×2.500
22.050
小計
22.050
22.050
2.750
60.638
0.441
60.638
1/2×18.620×4.590
42.733
－42.733
1.530
－65.381
⑥
1/2×18.620×4.590
42.733
－42.733
3.060
－130.763
合計
0.748
－85.466
－
－196.144
－
－63.416
0.441
－135.506
0.748
注) 番号①～⑥は、上図中の番号と一致
荷重
(kN)
計算式
①
2.940×1.600
②
行
備
荷重
鉛直
(kN)
アーム長
水平
(kN)
モーメント
ΔX
ΔY
Mx
My
(m)
(m)
(kN・m)
(kN・m)
4.704
－4.704
0.800
－3.763
1/2×15.680×1.600
12.544
－12.544
0.533
－6.686
③
1/2×18.620×1.900
17.689
17.689
0.633
11.197
④
8.820×2.500
22.050
小計
揚圧力
22.050
22.050
2.750
60.638
0.441
60.638
⑤
1/2×18.620×4.590
42.733
－42.733
1.530
－65.381
⑥
1/2×18.620×4.590
42.733
－42.733
3.060
－130.763
小計
合計
－
－196.144
－
－63.416
0.441
－135.506
0.748
(3) 緊急放流時
①
Ph1
Pv1
②
原点
壁面に作用する水圧（Ph）及び底面に作用する揚圧力（Pv）は、それぞれ次のとおりである。
1600
1100
壁面に作用する水圧（Ph）及び底面に作用する揚圧力（Pv）は、それぞれ次のとおりである。
Ph1
Ph2
③
④
①
Pv2
Pv1
②
原点
Ph2
③
④
4590
Ph1 ＝ Pv1
＝ w × 1.100
Ph1 ＝ Pv1
＝ 9.8 × 1.600
2
＝ 10.780 kN/m
Pv2
4590
Ph2 ＝ Pv2 ＝ w × 1.600
＝ 9.8 × 1.100
1600
(3) 緊急放流時
＝ w × 1.100
Ph2 ＝ Pv2 ＝ w × 1.600
＝ 9.8 × 1.100
＝ 9.8 × 1.600
＝ 10.780 kN/m
2
2
＝ 15.680 kN/m
208
0.748
－85.466
注) 番号①～⑥は、上図中の番号と一致
1100
揚圧力
⑤
小計
番号注）
静水圧
水重及び
静水圧
水重及び
①
定
＝ 15.680 kN/m2
考
改
番号注)
荷重
(kN)
計算式
定
現
荷重
X
(m)
Y
(m)
Mx
(kN・m)
1/2×10.780×1.100
5.929
－5.929
0.367
－2.176
1/2×15.680×1.600
12.544
12.544
0.533
6.686
小計
0.000
6.615
0.000
1/2×10.780×4.590
24.740
－24.740
1.530
－37.852
④
1/2×15.680×4.590
35.986
－35.986
3.060
－110.117
小計
合計
4.510
－60.726
－
－147.969
－
－60.726
6.615
－147.969
4.510
注) 番号①～④は、上図中の番号と一致。
7.2.4 動水圧
荷重
(kN)
計算式
荷重
鉛直
(kN)
アーム長
水平
(kN)
動水圧は、下式により求める。
1/2×15.680×1.600
12.544
12.544
0.533
6.686
0.000
－24.740
1.530
－37.852
④
1/2×15.680×4.590
35.986
－35.986
3.060
－110.117
小計
合計
－
－147.969
－
－60.726
6.615
－147.969
4.510
地震時常時満水時においては貯水池側に動水圧が作用する。
Pd
yd
原点
動水圧は、下式により求める。
2
5
yd ＝
2
5
よって、
Pd ＝
2
× 0.500
5
7
× 9.8 × 0.15× 0.5002
12
＝ 0.214 kN
＝ 0.214 kN
＝
h
yd ＝
2
× 0.500
5
＝ 0.200 m
＝ 0.200 m
作用位置 y
作用位置 y
y ＝ yd ＋ 1.100
y ＝ yd ＋ 1.100
＝ 0.200＋1.100
＝ 0.200＋1.100
＝ 1.300 m
＝ 1.300 m
209
4.510
－60.726
注) 番号①～④は、上図中の番号と一致。
yd
7
× 9.8 × 0.15× 0.5002
12
0.000
24.740
7
w ・ kh ・ h2
12
Pd ＝
6.615
1/2×10.780×4.590
Pd ＝
よって、
My
(kN・m)
－2.176
7
w ・ kh ・ h2
12
h
Mx
(kN・m)
0.367
Pd ＝
＝
Y
(m)
－5.929
1100
1100
原点
X
(m)
③
500
Pd
yd
モーメント
5.929
7.2.4 動水圧
地震時常時満水時においては貯水池側に動水圧が作用する。
yd
備
1/2×10.780×1.100
小計
揚圧力
揚圧力
③
500
My
(kN・m)
番号注)
① ②
水平
(kN)
モーメント
静水圧
静水圧
① ②
鉛直
(kN)
アーム長
行
考
改
定
現
行
備
モーメント My
モーメント My
My ＝ Pd・y
My ＝ Pd・y
＝ 0.214×1.300
＝ 0.214×1.300
＝ 0.278 kN・m
＝ 0.278 kN・m
7.2.5 貯水池側反力
7.2.5 貯水池側反力
貯水池側に生じる反力は、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じてかつ残った水平力に対して生じる
もので、受働土圧の範囲以内である。
貯水池側に生じる反力は、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じてかつ残った水平力に対して生じる
もので、受働土圧の範囲以内である。
(1) 常時満水時
(1) 常時満水時
外 力
区 分
自 重
V
(kN)
H
(kN)
118.139
地山側主働土圧及び載荷重
水重及び静水圧
揚圧力
－
自 重
16.988
22.652
地山側主働土圧及び載荷重
0.000
0.000
水重及び静水圧
－
揚圧力
－71.972
合 計
外 力
区 分
63.155
22.652
反力は、下式から算出する。
16.988
22.652
0.000
0.000
－71.972
－
63.155
22.652
P ＝ Fs・H － V・f
ここに、P
：反力（kN）
Fs ：安全率、1.5（常時）
H ：全水平力（kN）
V ：全鉛直力（kN）
f ：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577
P ＝ 1.5 × 22.652 － 63.155 × 0.577
＝ －2.462 kN
：安全率、1.5（常時）
H ：全水平力（kN）
V ：全鉛直力（kN）
f
－
反力は、下式から算出する。
：反力（kN）
Fs
H
(kN)
118.139
合 計
P ＝ Fs・H －V・f
ここに、P
V
(kN)
：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577
P ＝ 1.5 × 22.652 － 63.155 × 0.577
＝ －2.462 kN
したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は生
じない。
したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は生
じない。
(2) 設計洪水時
(2) 設計洪水時
外 力
区 分
自 重
V
(kN)
118.139
外 力
区 分
H
(kN)
自 重
118.139
地山側主働土圧及び載荷重
14.178
18.903
22.050
0.441
－85.466
0.000
68.901
19.344
14.178
18.903
水重及び静水圧
22.050
0.441
水重及び静水圧
－85.466
0.000
揚圧力
68.901
19.344
合 計
H
(kN)
－
地山側主働土圧及び載荷重
揚圧力
V
(kN)
合 計
210
－
考
改
定
現
＝ Fs・H －V・f
P
＝ 1.5 × 19.344 － 68.901 × 0.577
＝ 1.5 × 19.344 － 68.901 × 0.577
＝ －10.740 kN
＝ －10.740 kN
生じない。
備
＝ Fs・H －V・f
P
したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は
行
したがって、地山側の主働土圧から底面の摩擦力を減じると水平力が残らないため、貯水池側に反力は
生じない。
(3) 緊急放流時
(3) 緊急放流時
外 力
区 分
V
(kN)
自 重
118.139
自 重
16.988
22.652
地山側主働土圧及び載荷重
0.000
6.615
水重及び静水圧
－60.726
0.000
揚圧力
74.401
29.267
水重及び静水圧
合 計
P
区 分
H
(kN)
－
地山側主働土圧及び載荷重
揚圧力
外 力
P
118.139
＝ 1.5 × 29.267 － 74.401 × 0.577
＝ 0.971 kN
＝ 0.971 kN
仮想背面後の地表面が水平面となす角
i
＝ 0°
壁背面の傾斜角
L
＝ 90°
壁面摩擦角

壁面摩擦角
L
仮想背面後の地表面が水平面となす角 i
壁背面の傾斜角
L
背面土砂の内部摩擦角
＝ 20°（側壁の傾斜 n1＝0＜0.1 から L＝2/3）
受働土圧係数
Kp ＝
16.988
22.652
0.000
6.615
－60.726
0.000
74.401
29.267
反力 P が受働土圧の範囲以内であることを確認する。
反力 P が受働土圧の範囲以内であることを確認する。
＝ 30°
－
＝ Fs・H －V・f
＝ 1.5 × 29.267 － 74.401 × 0.577

L
H
(kN)
合 計
＝ Fs・H －V・f
背面土砂の内部摩擦角
V
(kN)
＝ 30°
＝ 20°（側壁の傾斜 n1＝0＜0.1 から L＝2/3）
＝ 0°
＝ 90°
受働土圧係数
sin 2( ＋ o －  )

sin( ＋  )・ sin( ＋ i －  o ) 
sin  ・ cos o ・ sin( ＋  o ＋  )・ 1 －

sin( ＋ o ＋  )・ sin( ＋ i) 

2
Kp ＝
2
ただし、＋i－ o ＜0 のとき sin(＋i－ o)＝0 とする。 o は地震合成角。
∴ KpL ＝ 6.105
sin 2( ＋ o －  )

sin( ＋  )・ sin( ＋ i －  o ) 
sin  ・ cos o ・ sin( ＋  o ＋  )・ 1 －

sin( ＋ o ＋  )・ sin( ＋ i) 

2
ただし、＋i－ o ＜0 のとき sin(＋i－ o)＝0 とする。 o は地震合成角。
∴ KpL＝ 6.105
211
2
考
定
現
1100
1100
改
①
Ph
備
①
Ph
原点
Ph ＝ KpL ×  × 1.100
行
原点
Ph ＝ KpL ×  × 1.100
＝ 6.105 × 10 × 1.100
＝ 6.105 × 10 × 1.100
＝ 67.155 kN/m2
2
＝ 67.155 kN/m
貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。
貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。
鉛直方向 ＝ sin(L＋ 90 － L)
水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L)
鉛直方向 ＝ sin(L＋ 90 － L)
水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L)
＝ sin(20 ＋ 90 － 90)
＝ cos(20 ＋ 90 － 90)
＝ sin(20 ＋ 90 － 90)
＝ cos(20 ＋ 90 － 90)
＝ 0.342
＝ 0.940
＝ 0.342
＝ 0.940
番号
計算式
① 1/2×67.155×1.100
荷重
(kN)
36.935
荷重
鉛直
(kN)
水平
(kN)
12.632
－34.719
番号
計算式
① 1/2×67.155×1.100
注) 番号①は、上図中の番号と一致。
荷重
荷重
(kN)
36.935
鉛直
(kN)
水平
(kN)
12.632
－34.719
注) 番号①は、上図中の番号と一致。
反力 P ＝ 0.971 kN ≦ 受働土圧 ＝ 34.719 kN
···························· OK
反力 P ＝ 0.971 kN ≦ 受働土圧 ＝ 34.719 kN
···························
したがって、貯水池側に生じる反力は、P＝0.971 kN である。
1
×1.100 ＝ 0.367 m
y ＝
3
M y ＝ P・y ＝ 0.971×0.367 ＝ 0.356 kN･m
したがって、貯水池側に生じる反力は、P＝0.971 kN である。
1
×1.100 ＝ 0.367 m
y ＝
3
M y ＝ P・y ＝ 0.971×0.367 ＝ 0.356 kN･m
(4) 地震時常時満水時
(4) 地震時常時満水時
外 力
区 分
自 重
V
(kN)
外 力
区 分
H
(kN)
118.139
17.722
自 重
12.246
30.469
地山側主働土圧及び載荷重
0.000
0.000
水重及び静水圧
揚圧力
－71.972
0.000
動水圧
0.000
0.214
58.413
48.405
地山側主働土圧及び載荷重
水重及び静水圧
合 計
H
(kN)
118.139
17.722
12.246
30.469
0.000
0.000
揚圧力
－71.972
0.000
動水圧
0.000
0.214
58.413
48.405
合 計
212
V
(kN)
OK
考
改
定
現
反力は、下式から算出する。
P ＝ Fs・H － V・f
ここに、P ：反力（kN）
Fs ：安全率、1.2（地震時）
H ：全水平力（kN）
V
：全鉛直力（kN）
f ：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577
P ＝ 1.2 × 48.405 － 58.413 × 0.577
＝ 24.382 kN
：反力（kN）
Fs
：安全率、1.2（地震時）
H
V
：全水平力（kN）
：全鉛直力（kN）
f
：底面と基礎地盤の摩擦係数、0.577
P ＝ 1.2 × 48.405 － 58.413 × 0.577
＝ 24.382 kN
反力 P が、受働土圧の範囲以内であることを確認する。
反力 P が、受働土圧の範囲以内であることを確認する。
設計水平震度
kh
＝ 0.15
背面土砂の内部摩擦角
＝ 30°
壁面摩擦角

L
仮想背面後の地表面が水平面となす角
i
＝ 0°
壁背面の傾斜角
L
o
＝ 90°
地震合成角
＝ 15°（＝1/2）
＝ tan－1(k h)＝ 8.531°
1100
KpEL ＝ 4.348
1100
kh
＝ 0.15
背面土砂の内部摩擦角

＝ 30°
壁面摩擦角
L
＝ 15°（＝1/2）
仮想背面後の地表面が水平面となす角 i
＝ 0°
壁背面の傾斜角
L
＝ 90°
地震合成角
o
＝ tan－1(k h)＝ 8.531°
受働土圧係数 KpELの算出式は、常時満水時と同様である。
KpEL ＝ 4.348
設計水平震度
受働土圧係数 KpELの算出式は、常時満水時と同様である。
①
Ph
備
反力は、下式から算出する。
P ＝ Fs・H －V・f
ここに、P
行
①
Ph
原点
Ph ＝ KpEL ×  × 1.100
原点
Ph ＝ KpEL ×  × 1.100
＝ 4.348 × 10 × 1.100
＝ 4.348 × 10 × 1.100
＝ 47.828 kN/m2
2
＝ 47.828 kN/m
貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。
貯水池側の壁面に作用する荷重は、鉛直方向と水平方向に以下の係数で荷重を分ける。
鉛直方向 ＝ sin(L＋ 90 － L)
水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L)
鉛直方向 ＝ sin(L＋ 90 － L)
水平方向 ＝ cos(L ＋ 90 － L)
＝ sin(15 ＋ 90 － 90)
＝ cos(15 ＋ 90 － 90)
＝ sin(15 ＋ 90 － 90)
＝ cos(15 ＋ 90 － 90)
＝ 0.259
＝ 0.966
＝ 0.259
＝ 0.966
注)
番号
①
計算式
1/2×47.828×1.100
荷重
(kN)
26.305
荷重
鉛直
(kN)
水平
(kN)
6.813
－25.411
注)
番号
①
注) 番号①は、上図中の番号と一致。
計算式
1/2×47.828×1.100
注) 番号①は、上図中の番号と一致。
213
荷重
(kN)
26.305
荷重
鉛直
(kN)
水平
(kN)
6.813
－25.411
考
改
定
現
反力 P ＝ 24.382 kN ＜ 受働土圧 ＝ 25.411 kN
······················ OK
反力 P ＝ 24.382 kN ＜ 受働土圧 ＝ 25.411 kN
·······················OK
M y ＝ P・y ＝ 24.382×0.367 ＝ 8.948 kN･m
M y ＝ P・y ＝ 24.382×0.367 ＝ 8.948 kN･m
7.3. 安定計算
7.3. 安定計算
7.3.1 ケースⅠ（常時満水時）
7.3.1 ケースⅠ（常時満水時）
(1) 外力の集計
(1) 外力の集計
外 力
区 分
V
(kN)
自 重
118.139
地山側主働土圧及び載荷重
水重及び静水圧
小 計
貯水池側反力
揚圧力
モーメント
H
(kN)
－
Mx
(kN・m)
外 力
My
(kN・m)
278.813
－
自 重
77.975
25.288
0.000
0.000
0.000
0.000
135.127
22.652
356.788
25.288
－
0.000
－
0.000
貯水池側反力
－
揚圧力
63.155
－
22.652
－165.176
191.612
地山側主働土圧及び載荷重
水重及び静水圧
小 計
V
H
(kN)
合 計
－
Mx
My
(kN・m) (kN・m)
278.813
－
16.988
22.652
77.975
25.288
0.000
0.000
0.000
0.000
135.127
22.652
356.788
25.288
－
0.000
－
0.000
－71.972
25.288
モーメント
(kN)
118.139
22.652
(2) 安定計算検討
63.155
－
22.652
－165.176
191.612
－
25.288
(2) 安定計算検討
a. 滑動に対する検討
tan ・ Σ V ＋ c ・ B
Fs ＝
ΣH
＝
区 分
16.988
－71.972
合 計
≧ 1.5
a. 滑動に対する検討
tan ・ Σ V ＋ c ・ B
Fs ＝
ΣH
0.577  63.155＋ 0  4.590
22.652
· ＝ 1.609 ≧ 1.5
＝
······························································· OK
b. 地盤支持力に対する検討
Mx － My
ΣV
＝
356.788 －25.288
135.127
B
－d
2
＝
4.590
－ 2.453
2
d
OK
＝
Mx － My
ΣV
＝
356.788 －25.288
135.127
＝ 2.453 m
e
＝
B
－d
2
＝
4.590
－ 2.453
2
＝ －0.158 m
＝ －0.158 m
∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m
·······························································
b. 地盤支持力に対する検討
＝
＝
≧ 1.5
0.577  63.155＋ 0  4.590
22.652
· ＝ 1.609 ≧ 1.5
＝ 2.453 m
e
備
したがって、貯水池側に生じる反力は、P ＝ 24.382 kN である。
1
×1.100 ＝ 0.367 m
y ＝
3
したがって、貯水池側に生じる反力は、P ＝ 24.382 kN である。
1
×1.100 ＝ 0.367 m
y ＝
3
d
行
····························································· OK
∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m
214
····························································
OK
考
改
＝
＝
ΣV

定
現
6e 

・ 1 

B 

＝
6  (　－0.158 ）

135.127
× 1 

4.590
4.590


2
＝ 23.359kN/m≦ 200 kN/m2
35.520kN/m2
＝
外 力
6  (　－0.158 ）

135.127
× 1 

4.590
4.590


モーメント
Mx
My
(kN・m) (kN・m)
V
(kN)
H
(kN)
118.139
－
278.813
－
地山側主働土圧及び載荷重
14.178
18.903
65.078
20.407
水重及び静水圧
22.050
0.441
60.638
0.748
154.367
19.344
404.529
21.155
－
0.000
－
0.000
自 重
小 計
貯水池側反力
揚圧力
－85.466
合 計
68.901
－
19.344
－196.144
··············································
208.385
外 力
区 分
OK
モーメント
V
H
Mx
My
(kN)
(kN)
(kN・m)
(kN・m)
118.139
－
278.813
－
地山側主働土圧及び載荷重
14.178
18.903
65.078
20.407
水重及び静水圧
22.050
0.441
60.638
0.748
154.367
19.344
404.529
21.155
－
0.000
－
0.000
自 重
小 計
貯水池側反力
－
揚圧力
21.155
(2) 安定計算検討
－85.466
合 計
68.901
－
19.344
－196.144
208.385
－
21.155
(2) 安定計算検討
a. 滑動に対する検討
a. 滑動に対する検討
＝
tan ・ Σ V ＋ c ・ B
≧ 1.5
ΣH
Fs ＝
tan ・ Σ V ＋ c ・ B
≧ 1.5
ΣH
＝
0.577  68.901 ＋ 0  4.590
19.344
＝
0.577  68.901 ＋ 0  4.590
19.344
＝ 2.055 ≧ 1.5
································································· OK
b. 地盤支持力に対する検討
＝ 2.055 ≧ 1.5
＝
Mx － M y
ΣV
＝
404.529 － 21.155
154.367
＝
B
－d
2
＝
4.590
－ 2.484
2
d
OK
＝
Mx － M y
ΣV
＝
404.529 － 21.155
154.367
＝ 2.484m
e
＝
B
－d
2
＝
4.590
－ 2.484
2
＝ －0.189m
＝ －0.189m
∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m
································································
b. 地盤支持力に対する検討
＝ 2.484m
e
6e 

・ 1 

B 

(1) 外力の集計
区 分
d
備
7.3.2 ケースⅡ（設計洪水時）
(1) 外力の集計
Fs

2
＝ 23.359kN/m≦ 200 kN/m2
35.520kN/m2
·············································· OK
7.3.2 ケースⅡ（設計洪水時）
ΣV
行
····························································· OK
∴|e| ≦ B/6 ＝ 0.765m
215
····························································
OK
考
改
＝
定
現
6e 

・ 1 

B 


ΣV
＝
行
6e 

・ 1 

B 


ΣV
＝
154.367
6  (　－0.189 ）

× 1 

4.590
4.590


＝
154.367
6 (
－0.189 ）

× 1 

4.590
4.590


＝
25.322kN/m2
≦ 200 kN/m2
41.940kN/m2
＝
25.322kN/m2
≦ 200 kN/m2
41.940kN/m2
·············································· OK
7.3.3 ケースⅢ（緊急放流時）
備
··············································
OK
7.3.3 ケースⅢ（緊急放流時）
(1) 外力の集計
(1) 外力の集計
外 力
区 分
V
(kN)
自 重
118.139
地山側主働土圧及び載荷重
278.813
－
22.652
77.975
25.288
0.000
6.615
0.000
4.510
135.127
29.267
356.788
29.798
－
－0.971
－
－0.356
－
－147.969
－
貯水池側反力
揚圧力
－
モーメント
Mx
My
(kN・m) (kN・m)
16.988
水重及び静水圧
小 計
H
(kN)
－60.726
合 計
74.401
28.296
208.819
外 力
自 重
H
Mx
My
(kN)
(kN)
(kN・m)
(kN・m)
118.139
地山側主働土圧及び載荷重
29.442
278.813
－
22.652
77.975
25.288
0.000
6.615
0.000
4.510
135.127
29.267
356.788
29.798
－
－0.971
－
－0.356
－
－147.969
－
貯水池側反力
揚圧力
－
16.988
水重及び静水圧
小 計
モーメント
V
区 分
－60.726
合 計
74.401
28.296
208.819
29.442
(2) 安定計算検討
(2) 安定計算検討
貯水池側に安全率 Fs＝1.5 を満足する反力（P＝0.971kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土圧（Ph
貯水池側に安全率 Fs＝1.5 を満足する反力（P＝0.971kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土圧（Ph
＝34.719 kN）により、滑動安全率を算定する。
a. 滑動に対する検討
tan ・ Σ V ＋ Ph ＋ c ・ B
Fs ＝
≧ 1.5
ΣH
＝
a. 滑動に対する検討
tan ・ Σ V ＋ Ph ＋ c ・ B
Fs ＝
≧ 1.5
ΣH
0.577  74.401＋34. 719＋ 0  4.590
29.267
＝ 2.653 ≧ 1.5
＝
······························································· OK
b. 地盤支持力に対する検討
d
＝34.719 kN）により、滑動安全率を算定する。
＝
Mx － M y
V
＝
356.788 －29.442
135.127
＝ 2.653 ≧ 1.5
＝
B
－d
2
＝
4.590
－ 2.423
2
＝ －0.128 m
·······························································
b. 地盤支持力に対する検討
d
＝
Mx － M y
V
＝
356.788 －29.442
135.127
＝ 2.423m
＝ 2.423m
e
0.577  74.401＋34. 719＋ 0  4.590
29.267
e
＝
B
－d
2
＝
4.590
－ 2.423
2
＝ －0.128 m
216
OK
考
改
∴|e|
≦ B/6 ＝ 0.765m
定
現
····························································· OK
＝
6e 

ΣV

・ 1 
B 
Β

＝
6
（－0.128）

135.127
× 1 

4.590
4.590


＝
6
（－0.128）

135.127
× 1 

4.590
4.590


24.514 kN/m2
≦ 200 kN/m2
34.365 kN/m2
24.514 kN/m2
＝34.365 kN/m2
············································ OK
≦ 200 kN/m2
外 力
モーメント
H
(kN)
118.139
17.722
278.813
13.327
自 重
12.246
30.469
56.209
32.528
地山側主働土圧及び載荷重
水重及び静水圧
0.000
0.000
0.000
0.000
動水圧
－
0.214
0.278
130.385
48.405
自 重
地山側主働土圧及び載荷重
小 計
貯水池側反力
揚圧力
－
－71.972
合 計
58.413
－24.382
－
24.023
Mx
(kN・m)
外 力
区 分
V
(kN)
－
335.022
－
－165.176
169.846
My
(kN・m)
a. 滑動に対する検討
tan ・ Σ V ＋ Ph ＋ c ・ B
Fs ＝
≧ 1.2
ΣH
0.577  58.413 ＋ 25.411 ＋ 0  4.590
＝
48.405
＝ 1.221 ≧ 1.2 ····································································· OK
b. 地盤支持力に対する検討
＝
My
(kN・m)
12.246
30.469
56.209
32.528
水重及び静水圧
0.000
0.000
0.000
0.000
動水圧
－
0.214
130.385
48.405
揚圧力
－
－71.972
合 計
58.413
－24.382
－
24.023
－
335.022
－
－165.176
169.846
0.278
46.133
－8.948
－
37.185
(2) 安定計算検討
（Ph＝25.411 kN）により、滑動安全率を算定する。
＝
Mx
(kN・m)
13.327
37.185
貯水池側に安全率 Fs＝1.2 を満足する反力（P＝24.382kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土圧
＝
H
(kN)
278.813
貯水池側反力
－
V
(kN)
17.722
小 計
－8.948
モーメント
118.139
46.133
(2) 安定計算検討
＝
OK
(1) 外力の集計
区 分
＝
···········································
OK
7.3.4 ケースⅣ（地震時常時満水時）
(1) 外力の集計
＝
備
····························································
6e 

ΣV

・ 1 
B 
Β

7.3.4 ケースⅣ（地震時常時満水時）
e
≦ B/6 ＝ 0.765m
＝
＝
d
∴|e|
行
Mx － M y
ΣV
335.022 －37.185
130.385
2.284 m
B
－d
2
4.590
－ 2.284
2
0.011 m
貯水池側に安全率 Fs＝1.2 を満足する反力（P＝24.382kN）が生じるため、抵抗力の最大である受働土
圧（Ph＝25.411 kN）により、滑動安全率を算定する。
a. 滑動に対する検討
tan ・ Σ V ＋ Ph ＋ c ・ B
Fs ＝
≧ 1.2
ΣH
0.577  58.413 ＋ 25.411 ＋ 0  4.590
＝
48.405
＝ 1.221 ≧ 1.2 ···································································· OK
b. 地盤支持力に対する検討
d
＝
＝
＝
e
＝
＝
＝
217
Mx － My
ΣV
335.022 －37.185
130.385
2.284 m
B
－d
2
4.590
－ 2.284
2
0.011 m
考
改
∴|e|
≦ B/6 ＝ 0.765m
定
現
····························································· OK
q1
6e 

ΣV
1

q2 ＝  ・ 
B 
6 (－0.011) 

130.385
＝
× 1 

4.590
4.590


＝
28.815 kN/m2
≦ 300 kN/m2
27.998 kN/m2
∴|e|
≦ B/6 ＝ 0.765m
行
備
····························································
OK
q1
6e 

ΣV
1

q2 ＝  ・ 
B 
6 (－0.011) 

130.385
＝
× 1 

4.590
4.590


··············································· OK
7.4. 部材設計における土圧の考え方
＝
28.815 kN/m2
≦ 300 kN/m2
27.998 kN/m2
·············································
OK
7.4. 部材設計における土圧の考え方
部材設計における地山側の側壁に作用する土圧は、主働土圧（地震時は地震時主働土圧）とする。
部材設計における地山側の側壁に作用する土圧は、主働土圧（地震時は地震時主働土圧）とする。
また、貯水池側の側壁に作用する土圧は、貯水池側の反力が貯水池側の主働土圧より小さければ主働土圧
また、貯水池側の側壁に作用する土圧は、貯水池側の反力が貯水池側の主働土圧より小さければ主働土圧
とし、反力の方が大きければ、受働土圧の範囲以内の反力とするが、設計時点では左右の部材厚及び配筋量 とし、反力の方が大きければ、受働土圧の範囲以内の反力とするが、設計時点では左右の部材厚及び配筋量
が大きく変わらないよう注意する。
が大きく変わらないよう注意する。
偏土圧の生じる安定計算及び部材設計の土圧の考え方
区分 計算ケース
貯水池側
主 働 土 圧
反 力
（受働土圧の範囲以内）
地震時主働土圧
反 力
（受働土圧の範囲以内）
常 時
主 働 土 圧
主働土圧と反力
（受働土圧の範囲以内）
の大なる方
考
P＝Fs・ΣH－ΣV・f
ただし、0＜P≦Ph
ここに、
P ：貯水池側反力
Fs ：安全率
常 時：1.5
地震時：1.2
ΣH ：地山側全水平力
ΣV ：全鉛直力
F ：底面と基礎地盤の
摩擦係数（＝tan ）
Ph ：貯水池側受働土圧
区分 計算ケース
部材設計
部材設計
地震時
備
安定計算
安定計算
常 時
地山側
偏土圧の生じる安定計算及び部材設計の土圧の考え方
218
常 時
地山側
貯水池側
主 働 土 圧
反 力
（受働土圧の範囲以内）
地震時
地震時主働土圧
反 力
（受働土圧の範囲以内）
常 時
主 働 土 圧
主働土圧と反力
（受働土圧の範囲以内）
の大なる方
備
考
P＝Fs・ΣH－ΣV・f
ただし、0＜P≦Ph
ここに、
P ：貯水池側反力
Fs ：安全率
常 時：1.5
地震時：1.2
ΣH ：地山側全水平力
ΣV ：全鉛直力
F ：底面と基礎地盤の
摩擦係数（＝tan ）
Ph ：貯水池側受働土圧
考
改
定
現
参考資料
行
参考資料
8. 緊急放流施設の設計例
8.1. 設計条件
8. 緊急放流施設の設計例
8.1. 設計条件
緊急放流孔と斜樋の最上部取水孔とを兼ねる構造を検討する。
緊急放流孔と斜樋の最上部取水孔とを兼ねる構造を検討する。
設計諸元は、下記のとおりとする。
設計諸元は、下記のとおりとする。
(1) ため池諸元
(1) ため池諸元
満水面積
3,500 m
満水面積
3,500 m2
貯水深
6.5 m
貯水深
6.5 m
常時満水位(FWL)
10.0 m
常時満水位(FWL)
10.0 m
1：2.0
上流法勾配
上流法勾配
備
2
1：n1
(2) 取水施設としての諸元
取水孔の FWL からの水深
取水孔径
a. 斜樋最上部取水孔
Q1：0.060 m /s
H1：2.5 m
D1：150 mm
3
FWL
H1＝2.5m
b. 底 樋
：600 mm
底樋管の勾配
I1：1/250
.0
1:2
8.2. 緊急放流量(Q2)の算出
取水孔の FWL からの水深
取水孔径
Q1：0.060 m3/s
H1：2.5 m
D1：150 mm
FWL
H1＝2.5m
底樋管の管径
：600 mm
底樋管の勾配
I1：1/250
1:2
.0
8.2. 緊急放流量(Q2)の算出
緊急降下水位は、(常時満水位－2.0m)と{常時満水位－(貯水深×1/3)}を比較し、高い水位とする。
＝10.0－2.0
＝8.0 m
常時満水位－(貯水深×1/3)
必要取水量
b. 底 樋
底樋管の管径
常時満水位－2.0m
1：2.0
(2) 取水施設としての諸元
a. 斜樋最上部取水孔
必要取水量
1：n1
常時満水位－2.0m
＝10.0－2.0
＝8.0 m
·································································· ①
＝10.0－(6.5/3)
＝7.8 m
緊急降下水位は、(常時満水位－2.0m)と{常時満水位－(貯水深×1/3)}を比較し、高い水位とする。
常時満水位－(貯水深×1/3)
①
＝10.0－(6.5/3)
＝7.8 m
·································································· ②
·································································
·································································
②
①＞②であり、緊急降下水位は 8.0 m となる。
①＞②であり、緊急降下水位は 8.0 m となる。
よって、1 日で水位を常時満水位から 2.0 m 下げるのに必要となる放流量は、以下のようになる。
よって、1 日で水位を常時満水位から 2.0 m 下げるのに必要となる放流量は、以下のようになる。
(この計算例では池内斜面勾配を考慮せず、満水面積に降下水深を乗じて放流量を算出する。よって、正確
(この計算例では池内斜面勾配を考慮せず、満水面積に降下水深を乗じて放流量を算出する。よって、正確
な量とはならないが、安全側の扱いとする。)
な量とはならないが、安全側の扱いとする。)
Q2 ＝ 3,500×2.0/(24×60×60)
＝ 0.081 m3/s
Q2 ＝ 3,500×2.0/(24×60×60)
＝ 0.081 m3/s
8.3. 緊急放流孔径の算出
緊急放流孔径は、参式(8.3.1)から算出する。
Q
A＝
··································································· 参式(8.3.1)
C 2 g・H/ 2 8.3. 緊急放流孔径の算出
緊急放流孔径は、参式(8.3.1)から算出する。
Q
A＝
·································································· 参式(8.3.1)
C 2 g・H/ 2
219
考
改
定
現
ここで、 A：孔断面積 (m2 )
：孔断面積 (m2 )
ここで、 A
行
Q
：放流量 (m3/s) ＝Q 2＝ 0.081 m3/s
Q
：放流量 (m3/s) ＝Q 2＝ 0.081 m3/s
C
：流量係数 (普通 0.62)
C
：流量係数 (普通 0.62)
g
：重力加速度 (＝ 9.8 m/s )
g
：重力加速度 (＝ 9.8 m/s2)
H
：孔中心までの水深 (m) ＝Hd＋H＋h
H
：孔中心までの水深 (m) ＝Hd＋H＋h
2
Hd ：緊急降下水深 (m)
Hd ：緊急降下水深 (m)
H
：水没深 max (2D or 0.3 m)
H
：水没深 max (2D or 0.3 m)
D
：放流孔径 (m)
D
：放流孔径 (m)
h
：孔上端から中心までの水深 (m)
h
：孔上端から中心までの水深 (m)
(1) 取水孔の放流能力検討
(1) 取水孔の放流能力検討
取水孔( D1 ＝150 mm)で緊急放流が可能か確認する。
取水孔( D1 ＝150 mm)で緊急放流が可能か確認する。
Hd ＝ 2.0 m
Hd ＝ 2.0 m
Hα ＝ 2×0.15
Hα ＝ 2×0.15
＝ 0.3 m ≦ 0.3 m
＝ 0.3 m ≦ 0.3 m
孔上端から中心までの水深を算出するための比率
1 / 1＋ n 1
2
＝ 1 / 1 ＋ 2.0 2 ＝ 0.447
h ＝(0.15/2)×0.447
孔上端から中心までの水深を算出するための比率
1 / 1＋ n 1
2
＝ 1 / 1 ＋ 2.0 2 ＝ 0.447
h ＝(0.15/2)×0.447
＝ 0.03 m
＝ 0.03 m
∴H ＝ 2.0 ＋ 0.3 ＋ 0.03
∴H ＝ 2.0 ＋ 0.3 ＋ 0.03
＝ 2.33 m ≦ H1＝ 2.5 m
＝ 2.33 m ≦ H1＝ 2.5 m
よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。
よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。
(算定した放流孔位置が、取水孔位置より下となる場合は、取水孔位置を移動するか、取水孔とは別途
(算定した放流孔位置が、取水孔位置より下となる場合は、取水孔位置を移動するか、取水孔とは別途
に放流孔を設ける計画とする。また、算定した放流孔位置が取水孔位置より上の場合でも、その高低差が
に放流孔を設ける計画とする。また、算定した放流孔位置が取水孔位置より上の場合でも、その高低差が
大きい場合は上記同様の対処とする。)
0.081
A＝
0.62  2  9.8  (2.5/2)
大きい場合は上記同様の対処とする。)
0.081
A＝
0.62  2  9.8  (2.5/2)
＝ 0.026 m2
＝ 0.026 m2
取水孔の断面積
取水孔の断面積
0.15 × /4 ＝ 0.018 m
2
2
結果、計算された孔断面積より取水孔断面積が小さいので兼用はできない。
(2) 放流孔径の算定
D
＝ 200 mm と仮定する。
0.152× /4 ＝ 0.018 m2
結果、計算された孔断面積より取水孔断面積が小さいので兼用はできない。
(2) 放流孔径の算定
D
＝ 200 mm と仮定する。
Hd ＝ 2.0 m
Hd ＝ 2.0 m
H ＝ 2×0.20
H ＝ 2×0.20
＝ 0.4 m ＞ 0.3 m
h
＝(0.20/2)×0.447
＝ 0.4 m ＞ 0.3 m
h
＝ 0.04 m
∴H
＝ 2.0＋0.4＋0.04
＝ 2.44 m ≦ H1 ＝ 2.5 m
＝(0.20/2)×0.447
＝ 0.04 m
∴H
＝ 2.0＋0.4＋0.04
＝ 2.44 m ≦ H1 ＝ 2.5 m
220
備
考
改
定
現
0.081
A＝
0.62  2  9.8  (2.5/2)
＝ 0.026 m2
0.081
0.62  2  9.8  (2.5/2)
＝ 0.026 m2
D ＝ 200 mm の断面積
D ＝ 200 mm の断面積
0.20 ×/4＝ 0.031 m
2
0.202×/4＝ 0.031 m2
2
結果、計算された孔断面積より大きいので、放流孔径は D ＝ 200 mm とする。
結果、計算された孔断面積より大きいので、放流孔径は D ＝ 200 mm とする。
8.4. 斜樋管径の算定
8.4. 斜樋管径の算定
斜樋管径は取水施設として必要な斜樋管径と、参式(8.4.1)で求められる緊急放流時の最大放流量 Q max
3
Q max ＝ A・C 2 g・H
斜樋管径は取水施設として必要な斜樋管径と、参式(8.4.1)で求められる緊急放流時の最大放流量 Q max
(m3/s)を流し得る管径とを比較し、大なる方を採用する。
(m /s)を流し得る管径とを比較し、大なる方を採用する。
································································· 参式(8.4.1)
Q max ＝ A・C 2 g・H
·································································
(1) 取水施設として必要な斜樋管径
(1) 取水施設として必要な斜樋管径
取水孔（D1 ＝ 150 mm）に対し、取水施設として必要な斜樋管径は、参表-8.4.1 から求められる。
取水孔（D1 ＝ 150 mm）に対し、取水施設として必要な斜樋管径は、参表-8.4.1 から求められる。
参表-8.4.1 取水孔径と斜樋管径（標準）
参表-8.4.1 取水孔径と斜樋管径（標準）
取水孔径(mm)
100
125
150
200
250
300
取水孔径(mm)
100
125
150
200
250
300
斜樋管径(mm)
 200
 200
 250
 300
 400
 500
斜樋管径(mm)
 200
 200
 250
 300
 400
 500
よって、このときの斜樋管径は、 250 mm
································································ ③
よって、このときの斜樋管径は、 250 mm
Qmax ＝0.031×0.62×
2 9.8  2.5
3
③
2 9.8  2.5
3
＝0.135 m /s
＝0.135 m /s
斜樋管の流下能力は、参式(8.4.2)により算出する。
2/3
·······························································
(2) 緊急放流時の最大放流量を流し得る斜樋管径
(2) 緊急放流時の最大放流量を流し得る斜樋管径
Qmax ＝0.031×0.62×
参式(8.4.1)
ここで、各記号は参式(8.3.1)に示すとおりである。
ここで、各記号は参式(8.3.1)に示すとおりである。
Q
備
よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。
よって、放流孔位置の条件を満たしているものとし、H ＝ H1 ＝ 2.5 m で計算を行う。
A＝
行
1/2
＝ (1/n)・R ・I ・A
斜樋管の流下能力は、参式(8.4.2)により算出する。
····························································
参式(8.4.2)
ここで、 Q ：流量 (m /s)
：粗度係数 (0.013)
R
：径深 (m)
I
：勾配 (1/2.0＝ 0.5)
A
：流積 (m2 )
＝ (1/n)・R 2/3・I 1/2・A
····························································
参式(8.4.2)
ここで、 Q ：流量 (m /s)
3
n
Q
3
h
管径ごとに最大通水量（h ＝ 0.938 D）を計算すると、参表-8.4.2 のとおりとなる。
D
n
：粗度係数 (0.013)
R
：径深 (m)
I
：勾配 (1/2.0＝ 0.5)
A
：流積 (m2 )
h
管径ごとに最大通水量（h ＝ 0.938 D）を計算すると、参表-8.4.2 のとおりとなる。
221
D
考
改
定
現
参表-8.4.2 水理諸元一覧
行
備
参表-8.4.2 水理諸元一覧
管径
水深 h
流積 A
径深 R
流量 Q
管径
水深 h
流積 A
径深 R
流量 Q
(mm)
(m)
(m2)
(m)
(m3/s)
(mm)
(m)
(m2)
(m)
(m3/s)
 150
0.141
0.017
0.043
0.113
 150
0.141
0.017
0.043
0.113
 200
0.188
0.031
0.058
0.253
 200
0.188
0.031
0.058
0.253
 250
0.235
0.048
0.072
0.452
 250
0.235
0.048
0.072
0.452
 300
0.281
0.069
0.087
0.737
 300
0.281
0.069
0.087
0.737
 400
0.375
0.122
0.116
1.578
 400
0.375
0.122
0.116
1.578
 500
0.469
0.191
0.145
2.867
 500
0.469
0.191
0.145
2.867
よって上表から、Qmax を流し得る斜樋管径は、 200 mm
················································ ④
(3) 斜樋管径の決定
よって上表から、Qmax を流し得る斜樋管径は、 200 mm
···············································
(3) 斜樋管径の決定
③＞④から、斜樋管径は  250 mm となる。
③＞④から、斜樋管径は  250 mm となる。
8.5. 底樋管の流下能力確認
8.5. 底樋管の流下能力確認
参式(8.4.2)を使用し、底樋管（ 600 mm）が緊急放流時の最大放流量 Qmax を流し得るかを確認する。
参式(8.4.2)を使用し、底樋管（ 600 mm）が緊急放流時の最大放流量 Qmax を流し得るかを確認する。
h＝0.938・D のときの A、R は、本指針表-3.5.5 から下記のようになる。
h＝0.938・D のときの A、R は、本指針表-3.5.5 から下記のようになる。
A ＝ 0.275 m2
A ＝ 0.275 m2
R ＝ 0.174 m
R ＝ 0.174 m
I
∴Q
＝ I1 ＝ 1/250 ＝ 0.004
2/3
I
1/2
＝(1/0.013)×0.174 ×0.004 ×0.275
＝ 0.417 m3/s ＞Qmax＝0.135 m3/s
ゆえに OK
∴Q
＝ I1 ＝ 1/250 ＝ 0.004
＝(1/0.013)×0.1742/3×0.0041/2×0.275
＝ 0.417 m3/s ＞Qmax＝0.135 m3/s
222
ゆえに OK
④
考
改
定
現
参考資料
9. コスト縮減に向けた取組み及び新技術
行
備
参考資料
9. コスト縮減に向けた取組み及び新技術
9.1. ため池改修工事の効率化
9.1. ため池改修工事の効率化
｢固化処理したため池底泥土による破砕・転圧盛土工法｣は、ため池に堆積した泥土に｢セメント系固化材｣
｢固化処理したため池底泥土による破砕・転圧盛土工法｣は、ため池に堆積した泥土に｢セメント系固化材｣
を添加・混合し固化処理を行った後いったん破砕し、これを堤体盛土材、補強の盛土材等として有効活用す を添加・混合し固化処理を行った後いったん破砕し、これを堤体盛土材、補強の盛土材等として有効活用す
る工法である。底泥土の運搬費、盛土材の購入コストが削減できる効果がある。
る工法である。底泥土の運搬費、盛土材の購入コストが削減できる効果がある。
また、固化処理土は、ため池堤体盛土材料はもとより、ため池周辺の農道整備等の路盤・路床材にも適用
される。
また、固化処理土は、ため池堤体盛土材料はもとより、ため池周辺の農道整備等の路盤・路床材にも適用
される。
◎変形性の改良
（初期固化土⇒砕・転圧土
一定期間( ts )
養生
固化処理
(初期固化土)
底泥土浚渫
1.堤体盛土材
掘削
(砕土)
現況堤体
撤出し・転圧
(砕・転化土)
基盤
堤体盛土材
（変形性の確認が重要）
現況堤体
ため池
底泥土
①堤体かさ上げ
②遮水性ゾーン
運土
(盛土位置まで)
固化処理
(初期固化土)
③腹付け盛土
新堤
底泥土浚渫
運土
(盛土位置まで)
掘削
(砕土)
④路床・路盤材
①堤体かさ上げ
②遮水性ゾーン
現況堤体
撤出し・転圧
(砕・転化土)
基盤
堤体盛土材
（変形性の確認が重要）
現況堤体
新堤
③腹付け盛土
新堤
基盤
現況堤体
底泥土
2.道路盛土材
基盤
舗装
④路床・路盤材
基盤
基盤
参図-9.1.1 泥土固化処理土の有効活用
1.堤体盛土材
ため池
基盤
舗装
一定期間( ts )
養生
新堤
現況堤体
2.道路盛土材
◎変形性の改良
（初期固化土⇒砕・転圧土
参図-9.1.2 砕・転圧土の用途
基盤
参図-9.1.1 泥土固化処理土の有効活用
223
参図-9.1.2 砕・転圧土の用途
考
改
定
現
〔施工例〕 底泥土を固化処理し、改修するため池の堤体盛土材に利用（三重県 寺家池）
① 池内の落水
② 底泥土の掘削・搬出
③ ピット内混合（トレンチャー）
備
〔施工例〕 底泥土を固化処理し、改修するため池の堤体盛土材に利用（三重県 寺家池）
① 池内の落水
⑥ 解砕土 [盛土材] の盛土個所への運
搬（クローラダンプ）
⑦ 解砕土のまき出し、敷均し
（バックホウ）
④ ピット内初期固化養生
② 底泥土の掘削・搬出
③ ピット内混合（トレンチャー）
⑥ 解砕土 [盛土材] の盛土個所への運
搬（クローラダンプ）
⑦ 解砕土のまき出し、敷均し
（バックホウ）
④ ピット内初期固化養生
⑧ 解砕土の転圧 [砕・転圧盛土]
⑤ 初期固化土の解砕 [規定の径]
（バケット式解砕機）
行
（ブルドーザ）
⑧ 解砕土の転圧 [砕・転圧盛土]
⑤ 初期固化土の解砕 [規定の径]
（バケット式解砕機）
224
（ブルドーザ）
考
改
定
現
9.2. 環境配慮型護岸工法
9.2. 環境配慮型護岸工法
9.2.1 工法の概要
9.2.1 工法の概要
この研究は、植物や土壌動物、水生昆虫などが生育可能である環境配慮型護岸工法を開発することにより、
行
この研究は、植物や土壌動物、水生昆虫などが生育可能である環境配慮型護岸工法を開発することにより、
農村地域に広がるため池や用排水路などの農業水利施設に対して、本来の水利機能のみでなく、地域環境を 農村地域に広がるため池や用排水路などの農業水利施設に対して、本来の水利機能のみでなく、地域環境を
保全する水辺空間としての機能や水質浄化機能を付加する。
保全する水辺空間としての機能や水質浄化機能を付加する。
9.2.2 導入効果
9.2.2 導入効果
(1) 水辺生態空間のネットワーク化実現と農村域の生態系保全
(1) 水辺生態空間のネットワーク化実現と農村域の生態系保全
(2) 農地より流出する窒素・リン酸などの水系の汚染を植生により浄化
(2) 農地より流出する窒素・リン酸などの水系の汚染を植生により浄化
(3) 空隙性状調節により植生制御を行い、植生管理を低減
(3) 空隙性状調節により植生制御を行い、植生管理を低減
9.2.3 従来技術との比較
9.2.3 従来技術との比較
(1) 従来技術
(1) 従来技術
従来の農業水利施設は水利機能を重視していたため、動植物の生息空間としては貧弱なものであった。
従来の農業水利施設は水利機能を重視していたため、動植物の生息空間としては貧弱なものであった。
近年の環境配慮の取り組みの一環として、石積みなどの従来工法の見直しや多自然化工法の採用などがあ
近年の環境配慮の取り組みの一環として、石積みなどの従来工法の見直しや多自然化工法の採用などがあ
るが、施工費や管理費の増加などの課題があった。
るが、施工費や管理費の増加などの課題があった。
(2) 新技術
(2) 新技術
本工法は粒径20～40mmという大きな粗骨材を用いながらも、配合検討および施工における品質管理
2
本工法は粒径20～40mmという大きな粗骨材を用いながらも、配合検討および施工における品質管理
法・運搬法・打設法・締固め法などを検討することで、管理空隙率30％、圧縮強度10N/mm 以上を満足さ
法・運搬法・打設法・締固め法などを検討することで、管理空隙率30％、圧縮強度10N/mm2以上を満足さ
せていることが特徴である。この大きな粗骨材により形成される大連続空隙は、充填材として黒ボク土や
せていることが特徴である。この大きな粗骨材により形成される大連続空隙は、充填材として黒ボク土や
ロームなどの自然土壌を用いることを可能とする。主な特徴は以下のとおりである。
ロームなどの自然土壌を用いることを可能とする。主な特徴は以下のとおりである。
①土壌生物の生息
： 微生物の他、有機物分解に重要な役割を果たすミミズなどの土壌動物が生
①土壌生物の生息
息。
②低コストの植生基盤 ： 良質な自然土壌の充填により、植生基盤に必要な保肥力・保水力・通気性
息。
②低コストの植生基盤 ： 良質な自然土壌の充填により、植生基盤に必要な保肥力・保水力・通気性
などを低コストで確保。また、有機物の分解による嵩減りの影響も小さい。
③pH の低減効果
： 粘土や腐植の持つ緩衝能により、コンクリートから溶出するアルカリを低
： 微生物の他、有機物分解に重要な役割を果たすミミズなどの土壌動物が生
などを低コストで確保。また、有機物の分解による嵩減りの影響も小さい。
③pH の低減効果
減。
： 粘土や腐植の持つ緩衝能により、コンクリートから溶出するアルカリを低
減。
④水質浄化機能
： 水際の植生による水質浄化効果。
④水質浄化機能
： 水際の植生による水質浄化効果。
⑤植生管理負担低減
： 空隙の調整により植物の過剰繁茂を抑制し、管理負担を低減。
⑤植生管理負担低減
： 空隙の調整により植物の過剰繁茂を抑制し、管理負担を低減。
⑥エコトーン創出
： 水際から乾燥帯まで連続した植生を維持し、多様性のある生物生息空間を
⑥エコトーン創出
： 水際から乾燥帯まで連続した植生を維持し、多様性のある生物生息空間を
創出。
創出。
225
備
考
改
定
現
行
備
低コストの自然土壌充填材
過剰繁茂の抑制
日光
日光
低コストの自然土壌充填材
過剰繁茂の抑制
日光
日光
陸生昆虫
陸生昆虫
生態系の不連続
水温の上昇
生態系の不連続
水温の上昇
水辺の日陰
水辺の日陰
土壌動物の生息
アルカリの溶出
水質浄化機能
《従来のコンクリート護岸》
土壌動物の生息
アルカリの溶出
アルカリの低減効果
《環境配慮型護岸工法》
水質浄化機能
《従来のコンクリート護岸》
226
アルカリの低減効果
《環境配慮型護岸工法》
考