関東洪積層より採取した不撹乱試料の微小ひずみ変形特性

1.

はじめに長岡技術科学大学大学院

西村哲也

長岡技術科学大学大学院

豊田浩史

置して直ナイフとトリマーにより直径 50mm，高さ近年，都市部の大規模再開発に伴い，高層建物や既125mm の円柱供試体に成形する．成形後の供試体を存の地下鉄トンネルの存在により，掘削深度が深い近Fig.2 の右側に示す．不撹乱粘土の成形は，Fig.2 の左接施工が増加した．このような地下開発には，地盤の側（赤枠）に示すように貝殻の混入が確認されたため掘削によって上載圧が取り除かれて，掘削底面の土が供試体を乱さないようにやすりなどで慎重に削りなが膨らむリバウンド現象を引き起こす．このリバウンドら成形を行った．

量の予測は，経験則に頼っている現状である．また，リバウンド量を求めるための地盤の変形係数は，室内試験では単調または繰返し載荷を採用している．しかしながら，これらは伸張方向に膨張するリバウンド現象を正確に考慮した地盤の変形係数とは言えない．そこで，リバウンド現象の詳細な解析をするために，伸張方向のせん断による微小ひずみレベル(10-6~10-3)の各種変形係数を精度よく求める必要がある．
既往の研究では，飽和状態の豊浦砂の異方性とせん
断方向が，微小ひずみ変形特性に与える影響を調べた
1)．しかし，原地盤から採取した不撹乱試料による試験を実施していない．そこで本研究では，関東洪積層よFig.1 試験に用いた試料の粒径加積曲線り採取した不撹乱試料と再構成試料で試験を行い，試験結果よりリバウンド現象が関東洪積層の不撹乱試料の微小ひずみ変形特性に与える影響を調べる．
2.

試料及び供試体作製方法

本研究では，関東洪積層の深度 21.5~22.5m より採取した不撹乱粘土（𝜌𝑠 = 2.694𝑔/𝑐𝑚3 ，𝑤𝐿 = 72.16%，𝑤𝑝 = 37.50%）と関東洪積層の土丹部分より作製した再構成土丹粘土（𝜌𝑠 = 2.716𝑔/𝑐𝑚3 ，𝑤𝐿 = 50.09%，𝑤𝐿 = 29.64%）を対象とする．Fig.1 に用いる試料の粒径加積曲線を示す．再構成土丹粘土は，850µm のふるいにかけた後に蒸留水を混ぜ合わせてスラリー状態にして 1 日放置する．その後，円筒のアクリル槽に流し込み，脱気させる．十分に脱気した後に圧密応力 60kPaで 24 時間圧密する．供試体上側の圧密終了後は，下側も同様に圧密する．圧密終了後は，供試体を台座に設

Fig.2 成形の様子（再構成土丹，不撹乱試料）

3.

試験方法

Start

3.1 飽和試験の手順
Fig.3 と Fig.4 に本研究で使用した微小三軸試験機試験機に供試体を設置と試験のフローチャートをそれぞれ示す．まず，成形した供試体を Fig.3 の微小三軸試験機に設置する．試
験機に供試体を設置した後にセル水を給水して二重負圧，p’=50kPa で等方圧密を行い，背圧 200kPa をかけて飽和度を高める．その後， 原地盤を想定した𝐾0 圧密を行う．再構成土丹粘土の𝐾0 圧密は，平均有効主応力p’=300kPa を 目 標 値 に 設 定 し た 有 効 鉛 直 応 力
𝜎′𝑎 =460kPa に到達するまで十分に排水される軸速度

三軸室の組立て，セル水供給
二重負圧
通水（供試体下部から上部へ）供試体上部から下部へ通水
有効応力 50kPa で等方圧密0.005mm/min で行う．不撹乱粘土は，採取された深度より求めた𝜎 ′ 𝑎 =158kPa を目標値に𝐾0 圧密を行う．
Fig.5 に𝐾0 圧密時の応力経路を示す．Fig.5 より両方の試料は，ほとんど同じ応力経路をたどっていることが分かる．また，圧密が進むにつれて，応力比 K=0.49に落ち着き，その状態を保って圧密が進行している．

B 値≥0.95
局所ひずみ測定装置の設置
背圧 200kPa 載荷

𝐾0 圧密終了後は，𝐾0 圧密終了時の応力比 K=0.49 と p’を一定に維持して 24 時間 K 圧密を行う．その後，微実地盤の上載圧𝜎𝑎 ′を目標値に𝐾0 圧密

小ひずみレベルのせん断剛性率を求めるベンダーエレ
メント試験（BE 試験）及び圧縮載荷と伸張載荷による局所微小ひずみ測定試験（LSS 試験）を実施する．

目標値到達時の応力比を一定にして K 圧密BE 試験（10kHz，15kHz，20kHz，30kHz）
圧縮/伸張 LSS 試験（軸速度 0.0025mm/min）
圧縮/伸張せん断強度試験（軸速度 0.005mm/min）
END
Fig.4 試験のフローチャート

Fig.3 微小三軸試験機

Fig.5 𝐾0 圧密時の応力経路

3.2 BE 試験

Table.1 各試験ケースとその結果三軸試験機のキャップおよびペデスタルにベンダー

試料載荷再構成にせん断波を送信し，ペデスタル側で受信する．本研
究では，送信波条件を波形：sin 波，電圧：±10V，周
波数：10kHz，15kHz，20kHz，30kHz として行う．まK0 値

a’ (kPa)

エレメントを装着する．Fig.6 に BE 試験時の様子を示す．K 圧密終了後にキャップ側から供試体の軸方向

K0 圧密不撹乱BE 試験G0 (MPa)

圧縮4600.49114.6

伸張4600.49112.4

圧縮1580.4960.7

伸張1580.4959.3

た，伝播時間の同定法は T.D.法の start-to-start を適用す
る．Eq.(1)にせん断波速度𝑉𝑠 (m/s)および初期せん断剛性率𝐺0 (MPa)の算出式を示す．ここで，せん断波の伝播距離 L(m)，せん断波の伝播時間∆𝑡 (s)，湿潤密度
𝜌𝑡 (kg/m3)とする．
𝐿𝑉𝑠 = ∆𝑡

𝐺0 = 𝜌𝑡 𝑉𝑠2 × 10−6(1)3.3 LSS 試験
LSS 試験は，排水条件下で局所軸ひずみ𝜀𝑎 (%)およびFig.6 BE 試験と LSS 試験時の様子

局所せん断ひずみ𝜀𝑠 (%)が 0.1%に達するまで，せん断速度 0.0025mm/min でせん断を行う．Fig.6 に LSS 試
験時の様子を示す．
軸変位および側方変位の測定には，非接触型変位計を使用する．
局所軸変位測定を 2 箇所，局所側方変位測定を 1 箇所設置する．これらの変位計により，局所軸ひずみ𝜀𝑎 (%)および局所せん断ひずみ𝜀𝑠 (%)を測定し，各種変形係数を Eq.(2) にて算出する．
ここで，軸差応力𝑞(kPa)，鉛直有効応力𝜎′𝑎 (kPa)， 側方有効応力𝜎′𝑟 (kPa)，割線せん断剛性率𝐺𝑠𝑒𝑐 (MPa)とする．
𝑞 = 𝜎′𝑎 − 𝜎 ′ 𝑟

4.

𝑞

𝐺𝑠𝑒𝑐 = 3𝜀 × 10−1(2)𝑠

試験結果

𝐾0 圧密と K 圧密を経て𝐾0 値=0.49 の状態で BE 試験

Fig.7 BE 試験と圧縮/伸張載荷 LSS 試験結果
（再構成土丹粘土，不撹乱粘土）と LSS 試験を実施した．それらの結果と各試験ケースの結果をまとめた表を Fig.3 と Table.1 にそれぞれ示
す． Fig.7 より，BE 試験の初期せん断剛性率と LSS試験による初期の割線せん断剛性率がほとんど一致していることが分かる．このことから，初期せん断剛性率は誤差の少ない妥当な結果が得られたと考える．また，初期せん断剛性率が，再構成土丹粘土より不撹乱粘土の方が高い理由としては，𝐾0 圧密時の有効鉛直応力が不撹乱粘土より再構成土丹粘土の方が大きいためである．泉らは，締固め度や圧密応力が増加する程，Fig.8 応力経路（圧縮/伸張載荷せん断時）

初期せん断剛性率は増加するとしている 2)．本実験においても泉らの結果と同様の傾向が見られたと考える．
次に載荷方向に着目すると，両方の試料は，載荷方向によってせん断ひずみの進展に伴う割線せん断剛性率の低下（以下，ひずみ軟化）の傾向が異なる．圧縮
載荷は，せん断開始直後から大きくひずみ軟化する．
一方の伸張載荷は，圧縮載荷と比較して緩やかにひずみ軟化する傾向を示した．
せん断時の応力経路と応力とせん断ひずみ，体積ひずみとせん断ひずみの関係を Fig.8，Fig.9，Fig.10 にそれぞれ示す．Fig.8 より，圧縮載荷はせん断中に平均有効主応力が増加，伸張載荷は減少しながら破壊線に近づくせん断である．再構成土丹粘土の粘着力をゼロと仮定して破壊線を引いてみると，不撹乱粘土はその破壊線を越えていることがわかる．つまり，粘着力が存在している可能性がある．
Fig.9 の圧縮載荷（赤線）で，不撹乱粘土と再構成土丹粘土を比較すると，再構成粘土の方が，ゆるやかFig.9 応力-せん断ひずみに軸差応力が増加していることが分かる．一方，伸張載荷では，ほぼ同じような傾きとなっている．これにより，割線せん断剛性率のひずみ軟化がおおよそ予測できる．
Fig.10 の不撹乱粘土と再構成土丹粘土の体積ひずみとせん断ひずみの関係より，圧縮載荷（赤線）では再構成土丹粘土と不撹乱粘土ともにせん断ひずみによる体積収縮が生じていることが分かる．これは応力経路で示したように，圧縮載荷ではせん断中に p’が増加しているためである．一方，伸張載荷（青線）の不撹乱粘土では，せん断ひずみの増加に伴い体積膨張し続けている．それに対して，再構成土丹粘土は，せん断ひずみ 0.3%付近まで体積膨張して，それ以降は体積収縮に転じている．不撹乱粘土と再構成土丹粘土の比較より，不撹乱粘土の方が体積膨張（ダイレタンシー）しやすいことがわかる．
これは，不撹乱粘土は過圧密，または年代効果による骨格構造が発達していることが示唆される．
Fig.10 体積ひずみ-せん断ひずみ5.

不撹乱粘土と再構成土丹粘土との比較
圧密応力の異なる不撹乱粘土と再構成土丹粘土のLSS 試験結果を比較するために Eq.(3)より割線せん断剛性率の正規化を行った．

𝐺

正規化された割線せん断剛性率= 𝐺 𝑠𝑒𝑐(3)sec⁡ _0

Fig.11 と Fig.12 に正規化された圧縮載荷 LSS 試験と伸張載荷 LSS 試験結果をそれぞれ示す．Fig.11 より圧縮載荷におけるひずみ軟化は，不撹乱粘土より再構成土丹粘土の方が大きい傾向を示している．
これは，練返して作製した再構成試料より不撹乱試料の方が，高位な構造であることが原因として考えられる．
一方，
Fig.12 の伸張載荷におけるひずみ軟化は，両者ともに似た傾向を示していることが分かる．これは，𝐾0 値が0.49 と圧縮圧密状態からせん断しているため，微小ひずみレベルでは圧縮載荷ほどの大きな変化が生じなかったことが原因として考えられる．よって，圧縮圧密状態での圧縮載荷の微小ひずみレベルにおけるひずみ軟化の傾向は，再構成試料と不撹乱試料で異なるため，不撹乱試料での評価が必須であると考える．また，圧Fig.11 正規化された圧縮載荷 LSS 試験結果

縮圧密状態での伸張載荷の微小ひずみレベルにおけるひずみ軟化の傾向は，再構成試料と不撹乱試料で似た傾向を示すため再構成試料の結果より不撹乱試料を概ね評価することができると考える．
6.

まとめ

本研究で得られた知見を以下に示す．
1． 再構成土丹粘土と不撹乱粘土は，ともに載荷方向によってひずみの進展に伴う割線せん断剛性率の低下傾向（ひずみ軟化傾向）が異なり，伸張載荷より圧縮載荷の方がひずみ軟化が大きかった．特に不撹乱粘土より再構成土丹粘土の方が，載荷方向によるひずみ軟化の違いが大きかった．
2． 再構成土丹粘土と不撹乱粘土のひずみ軟化傾向を載荷方向別に比較すると，伸張載荷は似た傾向を示し，圧縮載荷は再構成土丹粘土の方がより大き

Fig.12 正規化された伸張載荷 LSS 試験結果いひずみ軟化を示した．
3． 圧縮載荷試験の結果を用いると，伸張載荷試験の結果よりリバウンド量を過大に評価することがわかった．
今後，試験条件を変更して同様の試験を行い，本研【参考文献】
1) 髙木伸晃：異方圧密された砂のせん断剛性率のひずみレベル依存性， 長岡技術科学大学修士論文，
2022．

究の結果の妥当性を確認する必要があると考えられる． 2) 泉信太朗：BE による締固め土のせん断剛性率の測定とその利用法について，北海道大学大学院，公益社団法人 地盤工学会北海道支部技術報告集第51 号，2011 年 2 月．