全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9

令和 6 年能登半島地震への産総研の対応
産業技術総合研究所 地質調査総合センター 活断層・火山研究部門

1. はじめに藤原 治

発生し甚大な被害を生じたことを契機として，GSJ では

産総研地質調査総合センター（以下，GSJ）では，令和

この空白域を埋めるべく，新たに高分解能マルチチャン

6 年能登半島地震の発生当日から関係者で対応を協議し，

ネル音波探査装置を開発し，海洋－沿岸－陸域を繋ぐシ

GSJ に蓄積された能登半島周辺の地質情報や活断層に関ームレスな地質情報の整備を開始した．2007 年と 2008

する資料を取りまとめ，1 月 2 日夕刻に開催された地震年に行った能登半島北部沿岸域の詳細な音波探査の結調査委員会（臨時会）に提出した． 1 月 7 日から能登半果，活断層の位置が明らかになり，西から順に，門前沖島で隆起した海岸などの調査を開始し，続いて津波痕跡

セグメント，猿山沖セグメント，輪島沖セグメント，珠調査，地震に伴う地表変状の調査，他機関と連携した海洲沖セグメントと命名されたた２)．これらの活断層の分底地形などの調査，さらに産総研独自での海底活断層調

布やセグメント区分などの情報は，国土交通省による日査などを行った．これらの調査の成果の一部は GSJ の公本海で発生しうる大規模地震の震源断層モデルとそれに式ホームページに 1 月 3 日に開設した特設ページで公開

よる津波の想定に用いられた３）．それによると，猿山

している１）（7 月 17 日現在で第 10 報まで）．また，随沖，輪島沖，珠洲沖セグメントを合わせたものにほぼ相時，地震調査委員会へ提出し，地震の評価に活用されて当する長さ約 94 km の活断層（F43）と，その北東側のいる．これらの元となった調査などについて紹介する．

長さ約 56 km の活断層（F42）からそれぞれ M7.6 とM7.3 の地震が想定されていた．

2. 地震の前に行われていた地質情報の整備
2.1 海底の活構造

2.2 陸上の地質
能登半島の陸域の地質情報については，陸上の地質層

GSJ では，工業技術院地質調査所時代から，海底地質序，地質構造，およびテクトニックな履歴を 1/20 万地質図の作成を主目的として日本海周辺の海域地質調査を実図幅として公開している４）．また，半島北東部の 1/5 万施してきた．その過程では日本海の地震テクトニクスを

地質図幅５）では，海岸にほぼ平行に伸びる多数の断層や反映した活断層を含む地質構造に関する情報も得られて褶曲も確認できる．最近の 1/5 万地質図幅は，軟弱な地いる．一方，沿岸海域は水深が浅く漁業活動が活発であ層が厚く分布する平野部での地盤災害や土地利用も意識るため，大型の探査船による調査が難しく，地質情報のしており，例えば今回の地震で液状化などの被害があっ空白域であった．2007 年 3 月の能登半島地震（M6.9）

た「新潟及び内野」図幅６）では，更新世中期以降の地層や同年 7 月の新潟県中越沖地震（M6.8）がこの空白域での区分に加え人工地盤についても詳しく記載している．

図-1

令和 6 年能登半島地震による猿山沖セグメントに面した海岸の隆起（石川県輪島市門前町）．海岸線を縁取る

白い帯（石灰藻などの白化による）が隆起で離水した部分．この地域の隆起量は最大約 4 m10）．白い帯の上には大小の斜面崩壊による堆積物が見える．反射法音波探査中の船上から GSJ の大上隆史主任研究員が撮影．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
2.3 地震隆起を示す海岸地形

M7未満の地震ではなく，今回の能登半島地震のような M7

GSJ では能登半島の海岸の隆起についても調査を行っ後半の規模の地震が原因と考えられる11)．

3.2 海底の活断層調査てきた．2007 年能登半島地震は門前沖セグメントの活動によるもので，緊急調査の結果，半島北西部に最大で2007年と2008年に活断層が確認されたのと同じ能登半

0.5 m の隆起を確認した７）．また，2023 年 5 月 5 日に珠島北方の調査測線で，2024年4月に高分解能反射法探査と洲岬沖で発生した M6.5 の地震の前後での測量結果の比

海底地形調査を行った．2024年能登半島地震の前後で反８）

較から，0.2～0.3 m の地震隆起を確認した ．ただ射断面を比較した結果，既知の活断層で新たな変位が広し，これらの地震隆起は小規模で海成段丘を作るもので範囲に生じた（この地震は既知の海底活断層で発生した）はなかった．一方，能登半島北岸には完新世に形成されことが確認された（図-２）．この成果は，反射法探査にたと考えられる 3 段の海成段丘（上位から L1～L3 面）

基づく活断層の認定や，それに基づく地震規模などの推が広く分布しており，隣り合う段丘間の比高は 1 m ほど定の正しさを裏付けるものとなった．

９）のことが多いが，半島北西端では 2.4 m もある ．
《引用・参考文献》

3. 地震後の調査

１）地質調査総合センター（2024）：令和 6 年（2024 年）

3.1 海岸の隆起地形の調査

能10）

国土地理院による解析

で最も大きな隆起が観測された地域は，完新世の段丘の高度が最も高い場所と一致している（図-１）．その地域にある門前町鹿磯では，GSJ の1），11)

登

半

島

地

震

の

関

連

情

報

https://www.gsj.jp/hazards/earthquake/noto2024/i
ndex.html
２）井上卓彦，岡村行信(2010)：能登半島北部周辺 20 万．

分の 1 海域地質図及び説明書．海陸シームレス地質情

また，珠洲海岸での今回の地震隆起は1.48 m と推定さ

報集，
「能登半島北部沿岸域」．数値地質図 S-1，地質れ，2023年5月の地震（0.24 m）と比べて格段に大きかっ

調査総合センター．

緊急調査の結果，約3.6 m の地震隆起が推定された

11)

た ．能登半島北岸で広範に海岸段丘を形成するのは，

３）日本海における大規模地震に関する調査検討会（2014）：日本海における大規模地震に関する調査検討
会

報

告

書

https://www.mlit.go.jp/river/shinngikai_blog/daikibojishinchousa/
４）尾崎正紀（2010）：能登半島北部 20 万分の 1 地質図及び説明書．海陸シームレス地質情報集，「能登半島北部沿岸域」，数値地質図 S-1，地質調査総合センター．
５）吉川敏之ほか（2002）：5 万分の 1 地質図幅「珠洲岬，
能登飯田及び宝立山」，地質調査総合センター．
６）鴨井幸彦ほか（2016）：地域地質研究報告 5 万分の 1
地質図幅

新潟及び内野，地質調査総合センター．

7) Shishikura, M. et al. (2009): Geophysical Research Letters
36, L02307, doi:10.1029/2008GL036252.
８）宍倉正展，越後智雄（2023）：令和 5 年（2023 年）
5 月 5 日に石川県能登地方で発生した地震の関連情報，
https://www.gsj.jp/hazards/earthquake/noto2023/i
ndex.html．
９）宍倉正展ほか（2020）：能登半島北部沿岸の低位段丘および離水生物遺骸群集の高度分布からみた海域活断層の活動性，活断層研究 53，33-49．
10）国土地理院（2024）：「だいち２号」観測データの解析による令和６年能登半島地震に伴う地殻変動
https://www.gsi.go.jp/uchusokuchi/20240101noto_i
図-２

猿山沖セグメント（N04 測線）のブーマー

断面１）（上）2008 年，下）2024 年．
2 条の活断層（黒点線）の右手（南東）側に，合わ
せて 3～4 m の隆起が認められる．

nsar.html
11）宍倉正展ほか（2024）：令和 6 年能登半島地震に伴う隆起で生じた海岸の離水と海成段丘．第四紀研究 63，
169-174.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO01】

上越地域における令和６年能登半島地震の地すべり観測事例
株式会社 日さく

1. はじめに～地震時の上越地域の状況～

〇沼澤

輝久、竹内

均、小川

知史

が揺すられたと考えられる。

令和 6 年 1 月 1 日 16 時 10 分頃に発生した令和 6 年能

BVR5-5X歪変動
BVR5-5Y歪変動

0

登半島地震（以下、本地震と略）において上越地域では沿岸部を中心に最大震度 5 強の強い揺れを観測した（図−5

深度 (ｍ)

-1）
。
−10

3194

-6268
−15 すべり面：-13.00ｍ

−20

上越市
※2024/1/1 13:00 と−25
2024/1/2 13:00 の差

糸魚川市

−30
−6300 −6150

広田地すべり−300 −150

0

150

300

3150

3300

BVR5-5歪量(μ)

妙高市

図-2 斜面中部での本地震前後の歪変化量

10km111200

図-1 上越地域の推計震度分布図 1)

水位変化量(ｍ)BVR5-91111000.04
地すべり末端本地震当時の上越地域の気象状況を表-1 に示す。地震発生時に降水はなかったが前日にはまとまった降水が観0.2

地すべり移動方向

0.31110000.4

BVR5-8測され、融雪が進んでいた。筆者らが観測を行っている

0.6

複数の地すべり地において、地震時に突発的な水位変動

BVR5-7110900や歪変動が観測された例をここに紹介する。

0.8

BVR5-14
BVR5-6観測地点

24時間雨量(mm)

地震24時間前積雪量(cm)

地震時積雪量(cm)

気象庁 糸魚川

18.5

観測なし

観測なし

気象庁 能生36.5

80

気象庁 関山22.5

10

気象庁 高田

32.5

16

12

気象庁 安塚

29

23

17

0.05

BVR5-13

BVR5-5

BVR5-17110700

0.19

0.27

0.08

BVR5-12

BVR5-16

0.06
0.38

0.07

2. 広田地すべりの歪変動・水位変動

BVR5-15上昇
BVR5-30.11105000.13

BVR5-110.14

年の融雪期に発生した。本地すべりはいわゆる「大規模地すべり」3）（荻田ほか、2016）に相当し、すべり面に著

地すべり移動方向

冠頭部−46100−460000.16−45900100m
B-副測線R

110300B-主測線

B-副測線 Lが観測され、一部の深度では測定限界を超える歪変動を

0.25

0.02
BVR5-1電気伝導度の高い深層地下水が賦存する特徴を有す。

低下

BVR5-10

BVR5-2110400

しい非対称性がある。
斜面上部西側では地温勾配が高く、本地震直後には複数の観測孔で突発的な歪変動の発生

1.0

BVR5-4110600広田地すべりは糸魚川市の早川流域に位置し、令和 50.85110800x座標 (m)表-1 本地震時の上越地域の気象状況

0.33

2)

−45800−45700−45600y座標 (m)観測した。一方で累積性はみられず、地すべり方向と直図-3 広田地すべりにおける本地震前後の水位変動量

交する Y 方向の歪変動も同時に観測された（図-2）。複数

地震時の突発的な水位変動も程度の差はあるものの本の観測孔において Y 方向の歪変動がより大きいことから、地すべりの全観測孔で観測された（図-3）。

土塊全体が不安定化する地すべりは発生しなかったと考

変動量の大きい傾向にある地すべり東側では、すべりえられる。またすべり面より浅部において歪変動が集中

面の非対称性により移動層が薄いため、深層地下水の影しており、地すべり土塊内部で動きがあったことを示唆

響が小さい。地すべりの規模に対し土塊の変動がごく小している。一方ですべり面付近にて大きな歪がみられた

さいことから、土塊内部の局所的な変形に依存した水位観測孔も存在した。すべり面が弱面として作用し、土塊変動が生じたと考えられる。そのため浅層地下水の影響

全地連「技術フォーラム 2024」新潟の強い地すべり東側で水位変化量が大きくなったと推測
震央から 80km

される。

100km

A 地区

120km

3. 広田地すべりの水温変動
斜面上部西側の BVR5-15 では、深層地下水の挙動を調べるために多点温度センサーを設置していた。温度セン
広田地区

サーは 0.5m の間隔で配置されており、深度 40m の深さ100μ以上の歪変動まで孔内の温度を 1 時間毎に自動測定した（図-4）。

0.2ｍ/ｈ以上の水位変動
地下水位

0

5
12

10

12

12

7

8
12
12

6

9

10

12 12
12
12

15℃

能登半島地震

地下水面上

12
12

12

12

12

12

12

11
12

12

12

12

深度(m)

13℃

11℃

20
12

12

12

30

10℃

8℃

13

40

図-5 集計地点分布図 5)（矢印方向は地すべり方向）

5. まとめ
既往研究では大部分の地すべりが震度5強以上、
最大加

9℃

12

13
13

上記いずれも該当なし

14℃

12℃

12

13

10km

13

13
13

13
対流による水温低下

231231 12:00 240101 00:00

12:00

13

13
13

13

速度500Gal 以上の地域で発生した4)（ハスバートルほか、

7℃

2011）と報告されている。本地震において最大加速度が6℃500Gal を超えた観測点は佐渡島の小木を除き、新潟県内

5℃に存在しない。上越地域では約200～400Gal 程度6）とさ地震による水温上昇

240102 00:00

日時

れ、土塊全体を動かすほど地震動は強くなかったと考え

図-4 地震前後の孔内温度の変化られる。そのため多くの地すべりで単一の観測孔のみが本地震前日の午後から 20m～34m の水温が低下してい歪変動をみせたように、地すべりは土塊一部の変形にとる。これは降水に伴う冷たい浅層地下水の孔内流入によどまったと推測される。また広田地区のように土塊内部り、対流が発生し、深部の地下水温が低くなったと推測の変形のみが起き、水位変動が発生したと推定される。

される。その後ゆっくりと水温が回復したが、本地震の一方で本地震前日に降水が観測されており、降水による

約 30 分後に 20～32m における水温が突発的に上昇した。

間隙水圧の上昇によって通常よりも地すべりが発生しや水温の上昇量としては僅かであるが、本地震前の水温上すくなっていた可能性がある。その結果、沿岸部の A 地昇に比べ変化が急である。地震動により短期間で深層地区のような比較的地震動の強かった地域で土塊全体の動下水が供給された結果と推測される。

く地すべりに至ったのではないかと考えられる。
《引用文献》

4. 上越地域での本地震による地すべり観測事例
本地震前後のデータを取得できた地すべり観測地は191) 気象庁：推計震度分布図 ( に加筆) (最終閲覧日
2023.5.29)

箇所である（図-5）。うち7箇所にて地震による100μ以上

https://www.jma.go.jp/bosai/map.html#11/37.058/の歪変動が観測された。歪変動が観測されなかった12箇

138.132/&contents=estimated_intensity_map&id=20

所においても、7箇所は0.2m/時間以上の顕著な水位変動

2401011610がみられた。残りの5箇所では歪・水位共に明確な変化は

2) 気象庁：観測地点「糸魚川」
「能生」
「関山」
「高田」

観測されなかった。同一地区の複数の観測孔で顕著な歪「安塚」(最終閲覧日2023.5.30)

変動が観測されたのは、広田地区のみであった。

https://www.data.jma.go.jp/gmd/risk/obsdl/

顕著な歪変動がみられた地区は、震央から距離が近い

3) 荻田茂・相楽渉・大規模地すべりの機構解明研究委員傾向にあった（図-5）。一方で歪変動がみられた地区の地

会(2016)：我が国の大規模地すべりの形態と機構、地すべり方向を図-5 に示したが、規則性は認められなかった。既往研究では「地震による地すべりの発生は、斜面

すべり、Vol. 53、No.5、pp. 12—25
4) ハスバートル・石井靖雄・丸山清輝・寺田秀樹・鈴木

勾配や地質構成よりも震源断層からの距離に影響される」

聡樹・中村 明(2011)：最近の逆断層地震により発生

4)した地すべりの分布と規模の特徴、地すべり、Vol.

（ハスバートルほか、2011）とされており、集計数は少ないが、本地震の上越地域でも同様の傾向がうかがえた。
とくに集計箇所の中で最も震央に近かった A 地区（仮称）では地震後に地表面の変状が現れ、地すべりの活動が認められた。
本地震直後に最大で約20000μの歪変動が48、No.1、pp. 23—38
5) 国土地理院地形図（に加筆）（最終閲覧日2024.5.24）
https://maps.gsi.go.jp
6) 防災科学技術研究所

強震観測網(K-NET、KiK-net)

生じ、
1週間ほど累積が継続した。
今回の集計箇所のうち、（最終閲覧日2024.5.29）

歪変動の累積性が認められたのは A 地区のみであった。

https://www.kyoshin.bosai.go.jp/kyoshin/quake/全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO02】

新潟県上越地方における能登半島地震に起因する地すべり発生事例
株式会社興和1. はじめに

〇奈良

幸明，大塚

洋之，堀松

崇，志太

智春

3. 地質概要

令和 6 年能登半島地震により、新潟県糸魚川市で発生

中野口地すべり周辺は、新第三紀の堆積岩類が分布し、した地すべり発生事例について紹介する。地すべりは新中新世の塊状泥岩を主体とする「中ノ俣泥岩部層」鮮新潟県糸魚川市、二級河川能生川の右岸側に位置する中野世の軽石質凝灰岩からなる「瀬戸凝灰岩部層」が分布す

口地すべり防止区域内で発生した。地震の震央から被災る。また、周辺の走向傾斜より地すべり発生個所の基盤地までの直線距離は約 80km であり、近傍の観測地では受け盤構造となっているは震度５強を観測した。
震央Nn
地すべり発生箇所

上越市

Ts
被

500m

地すべり
発生箇所

鮮
新

新

第

世

三

金沢市

筒石砂岩泥岩互層
西頸

砂岩泥岩互層(砂質フリッシュ)
礫岩および泥岩

川詰層

城

瀬戸凝灰岩部層

軽石質凝灰岩中ノ俣泥岩部層

泥岩および砂岩

層

紀
中

10km

St

新

群

能谷層

世

図-1 地すべり発生箇所 1）

図-3 地すべり発生箇所の地質 2)2. 地すべりの概要

4. 地すべり地の地質構成

地すべりは長さ約 180m、幅約 80m の馬蹄形を呈し、調査ボーリングは、上部ブロック冠頂部、上部ブロッ

上部ブロックと下部ブロックに区分される。上部ブロッ

ク内、下部ブロック内の3か所で実施した。調査地の地質

ク頭部滑落崖の高さは約 20ｍで、泥岩層が露岩している。

構成は冠頂部では風化岩が4m の厚さで分布する。上部ブ

地すべり発生当初は多量の湧水が確認され、滑落崖直下

ロックでは、基岩層の上位に風化岩が10m の厚さで分布の陥没部に湛水池が形成された。下部ブロックの頭部滑しており、すべり面は粘土化が著しい風化岩層と未風化

落崖は高さ 10ｍであり崩積土からなる。ブロック末端部

岩層の境界部と想定した。下部ブロックは活動により激では、泥濘化した土砂が下方に流出しており、土砂流下

しく擾乱を受けており、すべり面は風化岩中もしくは風箇所は多数の倒木が確認された。なお、今回発生した地化岩と崩積土の境界と想定した。

すべりブロック背後には、古いすべり地形が存在し、右BV-3

側部には平成 25 年、令和 2 年に活動した地すべりブロ

調査深度：36.00m

ックが隣接する。隣接ブロックでは地震発生時に半自動観測による地下水位観測とパイプ歪計観測が実施されて
いた。

BV-2
調査深度：30.00m

BV-1
調査深度：15.00m

BV-3
BV-2

BV-1

BV.4
BV.1
BV.2
BV.3

図-4 調査平面図・断面図
図-2 中野口地すべり全景写真

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
5. 地震発生時の隣接ブロックでの変動状況(1) 気象条件
近隣のアメダス観測地点「能生」の雨量と積雪深、および地下水観測結果を図-5にまとめる。グラフより、12月22日に78cm あった積雪深は、その後の気温上昇と降雨により地震発生時には0cm となっていた。地震発生前の1ヵ月間の降水量は505mm と平年よりも多く、地震発生前の7日間降水量は97mm を示すほか、地震前日の12月31日には44.5mm の降水量を観測している(2) 地下水位観測
隣接ブロックの地下水位は、降雨や融雪に敏感に反応

図-8 BV-2 号孔パイプ歪計観測グラフ(隣接ブロック)

6. まとめする特徴を有する。
12月31には降雨や融雪の影響により、今回発生した中野口地すべりでは、地震発生後、隣接地下水位は上昇していたが、1月1日の地震発生前からはブロックで地下水位の急低下、すべり面付近や移動土塊

地下水位は低下傾向にあった。地震発生直後は全孔で顕内での地中変動が観測された。以上のことを踏まえる

著な地下水低下を示し、地震発生前後１時間での水位変と、中野口地すべりは、以下の要因で発生したことが想動量は BV-1号孔で-6cm、BV-3号孔で-33cm、BV-4号孔定される。

で-17cm を示した。

＜素因＞
 地すべりが発生しやすい地質、地すべり多発地帯。
 剛性が異なる風化岩と基岩の分布。
＜誘因＞
 先行降雨と融雪の影響で地震前から地すべりは不安
定な状況。
 地震動による既存すべり面の再活動。
 地震動による過剰間隙水圧の上昇に伴うすべり面の強度低下。
このように当地の地形、地質構造、周辺地すべりの変動状況を考慮すると、今回の地すべりは、既存のすべり
面が再活動したものと想定される。その一方、今回の地震により、隣接ブロックが大きな活動を示さなかった要図-5 孔内水位変動図(隣接ブロック)3)(3) パイプ歪計観測

因は対策工施工の効果によるものと考えられる。
現在、被災地や隣接ブロックでは地すべり観測を継続

パイプ歪計観測では、地震後、BV-1号孔の深度6mY 方中であり、今後すべり面深度の確定、地下水状況の考向で3017μS、深度7m の X 方向で464μS の変動が確認さ察、地すべり対策工の配置検討を実施する計画である。

れた。BV-2号孔では深度7mX 方向で531μS、深度8mY 方向で113μS の変動が確認された。地震発生前には深度

7. 謝辞

6m、8m の X 方向で先行降雨の影響とみられる変動が確

本稿執筆に際し、新潟県糸魚川地域振興局地域整備部

認されていた。変動はすべり面付近および移動土塊内でからは、写真や地形図、観測データの提供など多大なる発生しており、地震後も継続して確認されることが特徴

ご協力、ご指導を賜りました。厚く御礼申し上げます。

的で特に BV-2号孔で顕著である。
《引用・参考文献》
1) 国土地理院地形図（に加筆），（最終閲覧日2024年5月23日）.
https://maps.gsi.go.jp/
2) 赤羽貞幸,加藤碵一(1989):5万分の1地質図幅「高田西部」(に加筆)
3) 気象庁アメダス：観測地点「能生」(最終閲覧日2024
年5月23日)，https://www.data.jma.go.jp/obd/stats/etrn/
図-7 BV-1 号孔パイプ歪計観測グラフ(隣接ブロック)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO03】

令和 6 年能登半島地震による新潟市における液状化被害
株式会社興和1. はじめに〇柿崎研人, 坂東和郎, 藤野丈志, 鶴巻駿介

3. 現地踏査

令和 6 年能登半島地震により、震源から約 160km 離れ

西区の善久は旧河道の上流端、ときめき西は下流端にた新潟市西区では震度 5 強、中央区では震度 5 強～4 の位置し宅地が広がっている。どちらの地域においても液揺れが観測された。西区の砂丘縁辺部、及び中央区、西状化による多量の噴砂、戸建て住宅のめり込み沈下、路区、江南区の旧信濃川河道域において地震動による液状面の陥没が顕著にみられた（写真-1、2）。一方、旧河道化が発生し、路面の陥没、隆起または宅地のめり込み沈と自然堤防に隣接する氾濫平野での噴砂や沈下等の変状

下が起こった（図-1）。

は確認されなかった。

本報では、旧河道における新潟市西区の善久、ときめ
き西、鳥原で液状化被害状況について現地踏査を行い、液状化層を把握することを目的に宅地や公園でサウンデ
ィング試験を行った。また、鳥原地区において確認された側方移動ついて報告する。

写真-1 ときめき西の噴砂

写真-2 善久のめり込み沈下

4. 簡易動的コーン貫入試験（西区善久）
簡易動的コーン貫入試験を西区善久の宅地周辺で 3 地点実施した（図-3）。GL-1.50m～2.10m までは換算 N 値 0～2 と緩く、下位の GL-2.90～4.10m までは概ね換算 N
値 5 以下が連続していた。換算 N 値 10 以上となるのは概ね深度 4.10m 以深であった。地下水位は GL-1.08～
図-1 新潟市内の液状化発生地域

1.19m であったが、その下位の 0.30～0.60m 付近が最も緩くなっていた。このうち 1 箇所で、GL-1.20～2.10m
間のサンプリングを試み、青灰色のシルト及び赤褐色～

2. 調査地概要
西区の善久、ときめき西、鳥原は地形分類図（図-2）より、南北方向に延びている信濃川左岸側の旧河道と自暗灰色の細粒～中砂を採取したが、GL-1.40～1.70m は
緩い砂でのサンプリングのため採取できなかった。
換算N値

然堤防に位置し、旧河道と自然堤防に住宅地が密集して

0

いる。

5

Nd=1.5N

10

15

20

0.0
0.5
ときめき西

1.0

深度(m)

1.5

善久

2.0

No.1

2.5

No.2

3.0

No.3

3.5

地下水位

4.0
鳥原

4.5
5.0

図-2 善久、ときめき西、鳥原近辺の地形分類図1)

図-3 簡易動的コーン貫入試験結果（西区善久）全地連「技術フォーラム 2024」新潟

被害未調査
クラックの連続

家屋傾き未調査

リッジの連続図-4 西区鳥原・善久地区液状化被害調査結果（国土地理院基盤地図情報 DEM5m メッシュ 2）)0

5. 西区鳥原の側方移動

5

換算N値

10
前川原公園

西区鳥原では地面のクラック、リッジ及び盤膨れの被2る（図-4中拡大図）。クラック幅は5～20㎝であり、淘汰の良い細粒～極細粒の噴砂を伴う。一方、リッジは鳥原

深度(m)

害が顕著にみられる。クラックは地区東側に集中し、北西-南東～南北方向に少なくとも2列は連続性が確認でき

150

鳥原新地公園鳥原ふれあい公園

46を北北西-南南東に縦貫する道路の東端に集中する。
ここでは、交差する道路や宅地が側方移動により道路側にめり込み、路面は圧縮され膨れている。この膨れの高さを3D 計測したところ、路肩との比高は最大40～50cm に達

810

図-6 SWS 試験結果（鳥原地内公園）していた。側方移動量については、被害範囲内すべての道路の3D 計測結果（図-5)と登記所備付地図データ3）を

6. おわりに

GIS（QGIS）で解析した結果では、最大で1m を超えると本調査から、同じ旧河道域であるが路面の変状や噴砂みられる。この側方移動体は長さ約230m、幅約200m、頂の量などの液状化による被害の大きさに違いが見られた部標高約2.3m、端部標高約1.1m であり、地形勾配は約ため、詳細な地盤状況を得るために追加調査やコアボー

1/200（0.5％）となる。この程度の緩傾斜でも側方移動

リングまたは、室内土質試験を実施することが必要であが発生したとみられる。

ると考える。
《引用・参考文献》
1）国土地理院

土地分類基本調査

地形分類図

https://maps.gsi.go.jp
2）国土地理院
図-5 ３D 計測による路面変状

基盤地図情報サイト

https://www.gsi.go.jp/kiban
3）G 空間情報センター

また、
西区鳥原の公園3箇所においてサウンディング試
験（SWS、SDS）を実施した（図-6）。このうち側方移動体
内上部の前川原公園では、GL-2.0m まで換算 N 値4)は1以下となった。噴砂の色調から見てもこの浅層での液状化が推定される。

登記所備付地図データ

https://www.geospatial.jp/ckan/dataset/aigidmoj-15107
4）深井ほか：「スクリューウエイト貫入（SWS）試験結果と N 値, Su 値と新相関式の提案」,地盤工学ジャーナル, vol.16, No4, 319-331

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO04】

奥能登群発地震における斜面崩壊の調査・設計事例
株式会社ホクコク地水

〇井川

風木

1. はじめに“奥能登群発地震”は気象庁に発表された正式名称ではないが、本稿では 2018 年ころから現在まで石川県能3. R4年度調査結果と対策工検討（1）R4年度調査結果

登地方で活発化している一連の地震活動を指すこととす

調査は不安定土塊が斜面肩部に残存するため、斜面にる。表-1 にその地震活動の中でも、被害の大きかった震近接せずに崩壊箇所の背後及び隣接斜面尻からの斜め/度 5 強を超えた 3 回の地震を示す。

水平ボーリングと各々の孔にてボアホールスキャナ観

表-1 “奥能登群発地震”における主な地震

1）、2）、3）

測・解析によって岩盤のゆるみ状態と地質構造を3次元的

本稿での
地震名

発生年月日

最大
震度

マグニ
チュード

に把握する方法を提案・実施した。図-2に調査結果の地

R4 地震

2022/6/19

6弱

5.4

ね E-W 走向で傾斜が鉛直に近い開口亀裂があった。加えR5 地震

2023/5/5

6強

6.5て地質構造に起因する概ね E-W 走向、20°～40°南傾斜

R6 地震

2024/1/177.6の開口亀裂が確認できたと同時に、調査ボーリング時に質断面図を示す。尾根の先端部の表層厚さ5m ほどは、概これらの地震によって同一箇所で複数回にわたって被は地表とボアホール観測・解析で確認した亀裂面から浸災した岩盤斜面での調査・対策工設計事例を紹介する。

透した掘削水の漏水が崩壊地内の斜面末端付近（走向 EW，傾斜20°S の亀裂：図-1中の③）から確認され、今後2. 調査地概要

崩壊する可能性のある“ゆるみ領域”を特定した（図-2（1）R4地震による被災概要の“ゆるみ1”と“ゆるみ2”）。

R4地震によって幅約10m、比高差約15m の岩盤斜面崩壊
用地境界が発生した。発生時直後に実施した登攀調査によって、崩壊の東側はオーバーハングした滑落崖が形成され、崩ゆるみ 1

壊した面は地質構造に起因する3つの面で形成されておゆるみ 2

り、地震動によって最も抜け出しやすいゆるみ範囲が崩落したと考えられた（図-1）。

用地境界

図-2 R4年度調査結果断面と対策工（2）R4年度対策工検討
亀裂の開口幅が大きく、多数の鉛直亀裂が発達した“ゆるみ1”
は崩壊の危険度が高く、排土工が適切と判断した。
その背後の“ゆるみ2”は、R4年当時の用地上の制限から
治山技術基準に則った現況安全率を Fs＝1.00、常時の目標安全率を Fs＝1.20とする逆算法による抑止工の検討を実施した。一方で地震によって被災した斜面であるこ
図-1 R4地震直後の被災状況とから、R4地震時と同程度の地震動を想定した検討も行って発注者と協議した。その結果、①地震時（目標 Fs＝（2）地形地質概要

1.00～1.10）を考慮した対策工規模は、常時 Fs＝1.20の調査地は南側に張り出した丘陵地の尾根先端部にあた

場合よりも工事費が1.5～2倍となること、②石川県の治り、斜面は傾斜30°から70°で比高差約25m の新第三紀山事業において、斜面安定対策工として地震時の検討をに形成された珪藻泥岩を主体とする。調査地から約200m

加えた対策は聞き取りでは前例がないこと、の2つの理由離れた既設道路切土のり面では走向：N30°W～E-W，
傾斜：から、当時の用地条件と一般的な常時の安定性を満足す

20～30°S の地質構造が明瞭に確認でき、この地質構造

るアンカー付き法枠工を採用した。

は当該崩壊斜面に対しての流れ盤構造である。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. R5地震と調査結果、対策工検討

必要な用地条件である「対策工範囲の拡大」が可能とな（1）R5地震による被災状況と調査結果

った。
結果的に、
対策工費用は概算で令和4年度設計の1/3“ゆるみ1”範囲の排土工が約8割完成した斜面で、R5地程度に収まると見積もられる。

震によって二度目の崩壊が発生した。調査は R4年と同様に調査ボーリングとボアホール調査を組み合わせて実施

5. R6地震と現在した。図-3に R5年度調査結果を反映した断面図・3D モデ（1）R6地震による被災と調査結果

ル図を示す。排土工が進んだ斜面では上下2つの R5崩壊

図-4に R6地震直後の斜面状況を示す。排土工を2割ほが発生した（図-3参照）。2つの崩壊はいずれも地質構造ど進めた段階で被災し、“R4ゆるみ領域”は亀裂面が大きに起因した低角10～30°の流れ盤亀裂面をすべりの底面く開口して崩壊した。
調査は対策工範囲の背後で1本の調として崩落した。その背後には、図-3上に示すように R5

査ボーリング並びにボアホールスキャナ観測・解析を実

地震によって “ゆるみ2”を含む表層から15m 程度の厚施した。その結果“R5ゆるみ領域”の岩盤ゆるみが拡大さまでの岩盤ゆるみの進行が明らかとなった。

していないことを確認した。

R5 地震時の崩壊

R5 想定ゆるみ範囲

緊急排土
危険土塊
R4“ゆるみ 2”範囲

Z
W

N

R6/1/4 に現地踏査で確認した崩壊上端

R5 地震による主な開口亀裂面を 3D

E モデルに復元しゆるみ領域を特定
S
押え盛土

排土工
図-4 R5年度調査結果と対策工（2）現在の対策工進捗状況“R5ゆるみ領域”の背後にさらな岩盤ゆるみの進行はなかったため、対策工に大きな変更はなく R6/5/31現在で排土工の8割が完了し順次押え盛土工が計画されている。

図-3 R5年度調査結果（3D モデル）と対策工断面概念図

6.まとめ（2）R5年度対策工検討

対策工設計において、構造物配置や規模等は用地の与業務中および対策工施工中の余震や気象庁の地震活動

条件に基づいて検討を進めることが多いが、その与条件に関する報道発表1）2）に加えて R5地震が発生したことをは場合によっては対策工費用やその後の対応に大きな影受けて、「群発地震による地震の影響を考慮した対策工設

響を与えるものである。
本現場では現地の地形地質と「群計とすべきではないか」という考えに基づいて、一般的

発地震」という現在の状況下を十分に考慮して用地条件には実施しない地震時の斜面安定工の検討要否も発注者をいったん考えずに復旧案を提案し、発注者と協議を重と協議した。協議の主題となったのは①地震が頻発する

ね現場特性に応じた柔軟な対応へつなげた。今もまだ能中で、余震等によって斜面形状が変化する可能性が通常

登地方では群発地震が続く中で様々な箇所で斜面災害のに比べて高い状況下にあること、②抑止工は地震時の検復旧は進められているが、通常の斜面安定工での対応に討をすると規模が大きくなり現実的でないことに加えてとらわれずに本現場での経験も活かしていきたい。

①を考慮すると設計段階からの手戻りが非常に大きいことである。
そこで設計段階からの大きな手戻りの防止と、《引用・参考文献》

設計変更に比較的柔軟な対応が可能な土工主体の対策工

1)気象庁：石川県能登地方の地震活動に関する「地震調を提案した。一方で、土工主体となると令和4年度の対策
工設計の通り、用地制約条件によって採用不可となる可能性もあったが、群発地震と施工中ののり面崩壊を受けて、
図-3上のような3次元モデル化した説明資料も用いて発注者側での献身的な用地交渉の結果、排土工の採用に

査委員長見解」（2022年7月11日公表）
2)気象庁：特集

石川県能登地方の地震活動，2023年5月

地震・火山月報（防災編）pp.67-98
3)気象庁：特集 石川県能登地方の地震活動，2024年1月
地震・火山月報（防災編）pp.55-114

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

地質・地盤リスクマネジメントの必要性～令和 6 年能登半島地震の被害に学ぶ～

国立研究開発法人土木研究所〇宮武裕昭□令和 6 年 1 月 1 日、石川県能登地方を震源とするマグニチュード 7.6 の地震は、石川県
志賀町、輪島市で最大震度 7 を観測し、死者（災害関連死含む）・行方不明者 284 名、負傷者 1,326 名、住家被害は全壊 8,429 戸、半壊 21,370 戸にのぼる被害を出した 1) 。今期の地
震では山がちで低平地に乏しい半島部において、最大 4m もの隆起を伴う強烈な地盤変動が生じ、海岸沿いの国道 249 号をはじめ、同時多発的な土砂崩落、甚大なインフラ被害をもたらしたことを大きな特徴とする。特に半島という地形的制約から限られている道路ネッ
トワークで復旧や被災地支援活動のアクセスルートとなる能越自動車道などの幹線道路が被災し、初動における被災状況の把握や復旧等の対応が困難化した。特に集水地形上に構築された盛土を含む区間の被災が多く確認されており、耐震性を含めた性能について不確
実性の高い道路土工区間のあり方についての課題が浮き彫りになった。 2)
能登半島では平成 19 年 3 月にも大きな地震が発生しており、当時の能登有料道路（現のと里山海道）が大きな被害を受けているが、その後の復旧や被災に関する研究による基準

図-1

道路被害の状況（令和 6 年 1 月 9 日午前 5 時時点） 3)

1

図-2

道路土工（能越道）の被災調査結果の概要 4)

類の見直しなどが被災の防止に大きな成果を上げていることが分かった。一方で二つの地
震被害の比較分析により、新たに見えてきた課題もある。
本報告では、令和 6 年能登半島地震における能越自動車道の盛土被害に焦点を当て、被害分析から得られた教訓、今後の対応の方向性について報告するとともに、不確実性が大きい道路土工構造物のマネジメントを例に、地質・地盤リスクマネジメントの必要性を述べる。
《引用・参考文献》
1) 内閣府：令和６年能登半島地震に係る被害状況等について（政府非常対策本部） 2024
年 7 月 1 日 14 時 00 分現在
https://www.bousai.go.jp/updates/r60101notojishin/r60101notojishin/pdf/r60101n
otojishin_47.pdf
2) 第６５回国土幹線道路部会【資料４】令和６年能登半島地震を踏まえた緊急提言（案）https://www.mlit.go.jp/policy/shingikai/content/001750195.pdf
3) 国土交通省 令和６年能登半島地震における被害と対応について（第１３報）被害状況
位置図等,https://www.mlit.go.jp/common/001716604.pdf
被害状況位置図等 https://www.mlit.go.jp/common/001716765.pdf
4) 第２１回道路技術小委員会 【資料２】令和６年能登半島地震 道路構造物の被災に対する専門調査結果（中間報告）
https://www.mlit.go.jp/policy/shingikai/content/001725117.pdf

【GR01】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟「花崗岩地帯における切土施工で発現した地質リスク事例」
東邦地水株式会社○寺地啓人(地質リスク・エンジニア 登録番号 93)

１．事例の概要
本事例は，道路改良工事の切土掘削において，土砂状の風化岩が分布すると推定された箇所に硬岩が分布し，工事の支障となった事例である。
当該事業では，現市道における狭あい箇所の解消を目的として，切土工(区間長約 160m，
切土高 17m，4 段切り，のり面勾配 1:1.0)を伴う道路改良(バイパス化)が計画されていた。
対象地は中部地方の領家帯花崗岩類で構成される丘陵地にあり，小河川沿いの丘陵斜面に位置する。この丘陵地は開析が進み，谷や幅の狭い谷底平野が樹枝状に発達し，切土が計画された斜面の上方は 15°未満の緩やかな傾斜であるが，下部は 30°以上で急傾斜の様相を呈する。
設計・施工に先立ち，切土高が最も高くなる横断付近で 2 箇所の調査ボーリングが実施
され，切土最下段ののり尻付近には CM～CH 級の硬質な岩盤が部分的に分布するものの，切土範囲の大半は，まさ状に風化した DL～DH 級岩盤が分布すると推定されていた。
切土施工が開始され，上方の 4 段目～3 段目の掘削時には調査結果から推定されたまさ状の強風化岩盤が分布していたが，2 段目の掘削において推測されていなかった硬質な CM～CH 級岩盤やコアストーンの分布が確認された。硬岩が分布する箇所ではブレーカ工法
等による岩盤掘削が行われたが，対象地の近傍に民家があり，騒音・振動の問題が生じたため，2 段目の掘削途中で工事が中止された。
設計・施工の見直しを行うにあたり，対象地の地盤状況を詳細に把握する目的で新たに
地質調査業務が発注された。当該業務では，地表地質踏査，調査ボーリング，弾性波探査，
岩石試験が実施され，切土区間の一部において既往調査結果から推定されるよりも高い位
置に CM～CH 級の硬質な岩盤が分布すると推定された。
本論では，各事業段階で確認された事象を整理して地質リスクが発現した リスク要因を特定し，地質リスクの発現防止について考察した結果を報告する。

２．事例分析のシナリオ
本事例は，地質リスクのリスク要因(変化に富む岩盤分布状況の存在)を把握できていない状態で設計・施工が進められ，地質リスクが発現した(土砂状の強風化岩盤が分布すると推定された切土範囲に硬岩が分布し支障が生じた)事例であり，事例の種類はＢ型（地質リスクが発現した事例）に分類される。ここでは各段階で確認された事象を整理する。
(1) 調査設計段階での地山評価
対象地では区間長約 160m，切土高 17m，4 段切り，のり面勾配 1:1.0 の切土が計画され，地盤状況の把握のため図-1 に示す位置で調査ボーリングが実施された。
切土高が最も高くなる横断付近で，のり肩付近とのり尻付近の 2 箇所で調査ボーリングを実施し，図-2 に示す地質断面が推定された。

図-1.調査地点位置図(調査設計段階)

図-2.地質断面図
調査ボーリングにより，対象地には花崗岩が分布し，深度 5～7m 付近までは風化により土砂化した DL～DH 級岩盤が，以深には非常に硬質な CM～CH 級岩盤の分布が確認された。これにより，計画切土では最下段(1 段目)ののり尻付近に硬質な CM～CH 級岩盤が分布するものの，切土範囲の大半は土砂状に風化した DL～DH 級岩盤であると推定された。
なお，地表踏査では岩盤の露頭が確認され，多くは風化により非常に脆くなっていたが ，
起点側の一部で非常に硬質なものが確認されていた。
(2) 切土施工で確認された事象
計画切土の上方 4 段目～3 段目は，調査結果より推定された土砂状の強風化岩盤が分布し，計画どおり施工が進められた。2 段目の切土を起点側(東側)から施工したところ，測点
No.18+10 付近から終点側で硬質な花崗岩が分布し，終点側へ向かって岩盤の分布標高が全地連「技術フォーラム 2024」新潟

高くなることが確認された(図-3 参照)。
岩盤掘削はブレーカ工法により実施されたが，近傍の民家に対する騒音・振動の問題が生じ，静的破砕剤(ブライスター)を用いた工法が試みられた。しかし，作業効率が悪いことなどから測点 No.20 までの掘削
およびのり面整形が終了した段階で工事が中止された。
写真-1.岩盤露出状況

図-3.工事におけるのり面仕上げ出来形展開図(3) 施工中止後の調査で把握した地山評価
設計・施工の見直しにあたり，対象地の地盤状況を詳細に把握する目的で新たに地質調査業務が発注され，地表地質踏査，調査ボーリング，弾性波探査(トモグラフィ解析)，岩石試験を実施した。図-4 に調査地点位置図を示す。

図-4.調査地点位置図(施工後の調査)
調査ボーリングは，2 段目の施工が未実施である測点 No.20 より終点側に 2 地点を配置
し，弾性波探査は計画切土範囲において道路縦断方向で 2 測線(測線 D，測線 E)，横断方
向で 3 測線(測線 A，測線 B，測線 C)を配置した。
調査結果を基に作成した岩盤等級区分結果図を図 -5 に示す。

図-5.岩盤等級区分結果図 (分布地質：花崗岩)
調査結果より，測点 No.18+10～No.23 付近の範囲で道路計画高よりも上方に硬質な CM 級岩盤が分布し，特に測点 No.20 より起点側では，より高い位置に CM 級岩盤が分布すると推定された。
地表地質踏査では切土施工区間や河川沿いなどで岩盤露頭を確認し，測点 No.22 よりも起点側で CM 級以上の硬質な岩盤露頭が写真-2.細粒花崗岩認められ，終点側では亀裂の発達した CL 級や，風化の進行したDL～DH 級岩盤が認められた。なお，対象地に分布する花崗岩の岩相は，有色 鉱物を多 く含む優黒質 の細粒黒 雲母花崗岩 (写真 -2)と，中粒～粗粒の黒雲母花崗岩(写真-3)の 2 種類が確認された。

３．データ収集分析

写真-3.粗粒花崗岩(1) 地質リスクについて
本事例は，道路改良工事の切土掘削において，土砂状の強風化岩盤が分布すると推定されていた箇所に硬岩が分布し，工事の支障となった事例である。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

本事例のリスク要因は，図-5 に示したとおり，計画切土範囲で花崗岩の岩盤等級区分(硬軟，風化)が複雑に変化していたことにある。これは，対象地に分布する花崗岩の岩相が細粒花崗岩，粗粒花崗岩が混在して不均質であることや，花崗岩の節理の走向傾斜が複数認
められ，節理を介した風化の進行が不規則であることなどに起因する。
計画切土の規模を考慮すれば，設計段階の調査として，切土高が最も高くなる付近の断面で 2 箇所の調査ボーリングを実施しており，必要十分の数量であったと考えられる。ボーリング結果からは，表層から深部に向かって岩盤状態が良くなる一般的 な岩盤分布状況が推定され，追加調査提案はなされていないことから，設計段階で硬岩の分布標高が部分
的に高くなることを予測することは困難であったと考え る。また，工事中止に至った要因
としては，対象地の近傍に民家があり，一般的な岩盤掘削を実施できなかったという周辺環境があったことも本事例における特徴として挙げられる。
(2) リスクの発現防止について
本事例では，花崗岩の岩盤等級区分(硬軟，風化)が複雑に変化している状況(地質の不均質性)を設計段階で把握できていなかったことが，地質リスクの発現につながったと考える。
花崗岩は深部で形成される特性上，地殻の隆起や浸食作用により地表に現れると，応力解放に伴う膨張により亀裂・節理の発生と成長が促される 1) 。さらに，発達した節理や岩相の異なる岩脈などを境界として風化が進行し，岩盤状況が複雑に変化しやすい 2) 。
調査段階において，地質技術者が資料等調査や地表地質踏査の結果を基に，花崗岩の岩相や風化の特徴等を考慮して，縦断方向に対する変化を確認するための追加調査を提案し，実施することが出来ていたら，リスク要因を事前に把握できた可能性があったと考える。
地質・地盤は不均質であることが一般的であり，調査を実施したとしても結果には自然的要因による不確実性が含まれる。地質技術者としてそのことを意識して ，過去事例を通じて地質リスクに関する知識の向上等に努めるとともに ，発注者，設計者，施工者へ地質リスクを的確に伝達できるように取り組んでいきたい。

４．マネジメントの効果リスクが発現した本事例の場合を【CASE1】，追加調査を実施し，事前に地質分布状況を把握してリスクが発現しない理想的な場合を【CASE2】として概算費用を算定した。なお，リスクの発現による工事中止に加え，追加調査の発注に伴う全体工期の変更に伴い工事費が大きく変化することから，ここでは調査費，設計費の比較とした。
【CASE1】 本事例の場合
・設計時の地質調査(追加なし)：300 万・設計費：1,000 万円

・追加調査費：500 万円

・変更設計費：1,000 万円

合計：2,800 万円【CASE2】 事前に地質分布状況を把握し，リスクが発現しない場合
・設計時の地質調査(追加あり)：約 700 万円

・設計費：約 1,000 万円

合計：1,700 万円
本事例では，地質技術者の提案により理想的な地質リスクマネジメントが実施できたと仮定すれば，1,100 万円のコストを縮減できたことに加え，工事中止期間や追加調査の発注，変更設計に伴う期間等の全体工期も短くできた 可能性がある。これにより，早期に道路整備が進むことで，快適で安全な道路環境による有益な効果が早期に発現できると考える。

５．データ様式の提案
本事例はＢ型（地質リスクが発現した事例）であることから，データ様式Ｂをもとに整理した。
B.地質リスクが発現した事例
小項目

大項目
発注者
工事名
工種
対象工事

工事概要
①当初工事費
当初工期
リスク発現時期トラブルの内容

リスク発現事象
トラブルの原因
工事への影響追加調査の内容
修正設計内容対策工事
追加工事
追加工事の内容
追加費用

追加調査
修正設計
対策工
追加工事
②合計

延長工期
間接的な影響項目
負担者対応（すべき）時期
対応（すべき）者
対応（すべき）内容
リスク管理の理想像

リスクマネジメントの効果判断に必要な情報
調査
対応費用
対策工
③合計
工事概要
想定工事
④工事費
工期
費用（(①+②）-(③+④)）
工期
その他

データ
市
道路改良
切土
市道バイパス化に伴う切土工(区間長約160m，切土高17m，4段切り)
2段目の切土掘削時推定されていなかった硬質な岩盤(花崗岩)が分布し，掘削が困難となった。
不均質な岩盤(花崗岩)の分布を把握できていなかった。
岩盤掘削により近傍民家への騒音・振動問題が生じた。
工事中止
地表地質踏査，調査ボーリング2箇所，弾性波探査5測線(トモグラフィ解析)，岩石試験1式。
道路線形の見直し
500万円
1,000万円
1,500万円
市
設計段階の地質調査
地質技術者，設計者
地域の地質や岩盤特性等から想定される地質リスクを地質技術者，設計者で共有し，設計に反映する。
現地踏査，ボーリング調査，弾性波探査等の地質調査結果
設計段階での追加調査
400万円
地質状況が把握され，適正な設計の元で実施される工事。
1,100万円
中止して以降の経過年月
早期に道路整備が進むことで，快適で安全な道路環境による有益な効果が早期に発現される。

《引用・参考文献》
1) 土質工学会(1979)：土質基礎工学ライブラリー16 風化花崗岩とまさ土の工学的性質とその応用,土質工学会.
2) 横田修一郎(1991)：岩盤の風化・劣化過程における節理面の役割 ,構造地質,第 37 号
pp.23-30.

【GR02】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

道路防災点検における地質リスクが発生した事例
川崎地質株式会社〇宮﨑 靖二榊原 信夫、住 武人

１．事例の概要
本事例は、道路防災点検対象箇所において、ポケット式落石防護網工の施工中に落石が発生した事例である（写真-1）。当該地周辺では、融雪後の道路防災点検時に、度々、路肩において落石が発注していた。その後、浮石・落石調査、詳細設計に基づき、延長約 20mのポケット式落石防護網工が施工されることとなった（写真-2）。
対策工施工期間中に新たに落石が発生し、落石箇所が施工範囲の端部であったため、現状の対策範囲・対策工法では効果がえられない懸念があった（図-1）。そのため、斜面上部を広範囲にわたって、再度、浮石・転石調査を実施した。調査の結果、落石抜け落ちの痕
跡より、落石は対策範囲の上部斜面にある小沢部から落石したことが判明した（写真-4）。
また、対策範囲外において、落石する可能性がある浮石・転石が認められなかったことから、対策範囲は現状の範囲で妥当であると評価した。

縦 60×横 40×高さ 30 ㎝
の落石あり
落石跡

写真-1

落石時の路面状況

写真-2. 施工後のポケット式落石防護網工

湧水あり

落石源
落石跡あり

湧水あり

浮石が抜け落ちた跡
写真-3 沢部の浸食・浮石状況（遠景）写真-4.沢部の浸食・浮石状況（近景）

1

既設
法枠工

凡例
：落石箇所
：落石源
：浮石・転 石：落石想 定経路①：写真位置

②
①

ポケット式
落石防護網
施工中（L＝20m）

既設
高エネルギー 吸収型
落石防護柵工

➃⑤
小沢

図-1

調査位置図

落石源
←湧水あり
自然斜面上の落石源：H＝10ｍ∠45°

既設法枠（6 段、小段 1m）：H＝42ｍ

落石箇所

∠50°

護岸擁壁
五戸川

路面幅
L＝8ｍ

図-2

落石箇所断面図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

２．事例分析のシナリオ（1）落石リスク発現の素因と誘因
今回のリスク発現の素因を以下に示す。対象地周辺は、河川の浸食により急斜面の地形でかつ、集水地形を示す（図-1）。地質は、更新世の八戸軽石流堆積物（デイサイト軽石及び火山灰）、後期中新世の舌崎層・和田川層の砂岩泥岩互層である。現地踏査の結果、当該地には更新世のデイサイトが分布しており、表層は風化し土砂・岩塊状となっている。防災点検カルテの履歴では、平成 30 年に表層崩壊が融雪期に発生している。また、斜面上には、0.5～1.7m の浮石・転石が多数あり、表層にも岩塊を含んだ地山となっている。
リスク発現の誘因としては、湧水による地表面の浸食が考えられる。融雪期や豪雨後に、沢部では湧水し地表面を流下する（写真-3、写真-5）。そのため、沢部は浸食され、細粒分は流出する一方、岩塊は露出し経年的に不安定化が大きくなる懸念がある。特に岩塊の下側が浸食されると落石の発生リスクが高くなると考えられる （写-6）。
本事例の落石リスクの素因・誘因をまとめると図-6 のとおりとなる。

落石の素因
・河川の浸食による急斜面の形成
・表流水が発生しやすい集水地形
・軟質な土砂中に岩塊を含んでいる。

落石の誘因
・融雪期・梅雨時期の豪雨時の湧水・表流水による土砂部の浸食と岩塊の露出・不安定化
落石発生！
図-3

落石の素因と誘因の関係

浸食により、
今後、浮石となる
可能性あり

湧水あり
写真-5 斜面末端部の湧水状況

写真-6 浸食による露岩状況

3

（2）落石リスク発現を予防するためのマネジメント
当該地で発生した落石の素因として、「地形・地質」、誘因としては「湧水による浸食」
が考えられた。路面への落石リスク軽減のためには、落石源の把握と対象地 山の安定度の長期的な変状を評価し、対策工検討に反映しておく必要がある。本事例の場合、対策範囲
よりさらに広い範囲において、浮石・転石調査、安定度調査を実施していたのであれば、今回、新たに追加で調査を行う必要はなかったと考えられる。そのため、 対策範囲より広い範囲において、現状の地山状況を把握し、落石源の安定度の経年変化を考慮した対策工の検討を実施することで落石リスクを低減できると考えられる。

３．データ収集分析
本事例では、落石対策として延長約 20m のポケット式落石防護網工が採用されている。
今回の落石リスクは、路面への落石の径が小さく、斜面上に 2m 以上の浮石が存在しなかったたため、工法比較検討・詳細設計の見直しにはならなかった。しかしながら、斜面上部には１～2ｍの岩塊もあり、今後このような岩塊が湧水による浸食で新たに露出し、落石するケースもあると考えられる。そのため、リスク低減を図るには、広範囲における浮石・落石調査と湧水による浸食で落石が発生する可能性を考慮した対策工の検討が必要と考えられる。以下に、対策範囲が妥当でなかった場合に係る概算費用を算出し、大まかな経済損失額を想定した。
（1）対策範囲が妥当でなかった場合に係るコスト対策範囲が妥当ではなく追加で浮石・転石調査、工法検討・詳細設計の見直し が発生し、対策工の範囲が現在の延長の約 2 倍（40ｍ）必要だった場合、以下の費用となる。ただし、本事例ではポケット式落石防護網工の増工のみで済んだ場合とし検討した。
①当初ポケット式落石防護網工施工費用：約 1,310 万円②追加の浮石・転石調査に係る費用：約 12 万円

③対策工見直しによる工法比較検討・詳細設計にかかる費用：約 290 万円④ポケット式落石防護網工増工に係る費用：約 1,310 万円〇概算費用（①+②+③+④）：約 2,922 万円

４．マネジメントの効果
今回の事例では、対策範囲の見直しで範囲が 20ｍ広くなると仮定した場合、さらに約
1,310 万円のコストが掛ることになる。
当該地周辺の一連の斜面で、未対策区間で今後、同様に落石が発生する可能性が考えられる。そのため、落石発生時には想定範囲を広めにとり、浮石・落石調査を実施し、 浸食による経済的な不安定化を考慮して落石対策工を検討していく必要がある。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

５．データ様式の提案
本事例は、施工中の斜面で発生した落石・崩壊に対する地質調査を実施したものであり、検討結果を B 表に示す。

Ｂ．地質リスクが発現した事例
大項目
対象工事

リスク発現事象

追加工事の内容

リスク管理の理想像

小項目

データ

発注者
工事名
工種
工事概要
①当初工事費
当初工期
リスク発現時期トラブルの内容
トラブルの原因
工事への影響追加調査の内容
修正設計内容
対策工事
追加工事
追加調査
修正設計
追加費用
対策工
追加工事
②合計
延長工期
間接的な影響項目
負担者対応（すべき）時期
対応（すべき）者
対応（すべき）内容
判断に必要な情報

リスクマネジメントの
効果

調査・設計
対応費用
対策工
③合計
工事概要
想定工事
④工事費
工期
費用（(①+②）-(③+④)）
工期
その他

5

三八地域県民局 地域整備部
十和田三戸線外道路管理工事
土木一式工事ポケット式落石防護網工
1,310 万円
半年
対策工施工時路面への落石、第三者への被害
降雨による地表面の浸食なし
浮石・転石調査
法面工詳細設計
ポケット式落石防護網工
12 万円
290 万円
1,310 万円
万円
半年
道路維持管理者
基本設計時
道路建設の事業主体
浮石・落石調査,
法面工詳細設計
浮石・落石調査結果
法面工詳細設計
302 万円
1,310 万円
1,612 万円

1,310 万円
半年

【GR03】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

埋没谷の分布するトンネルにおける地質リスク評価事例
基礎地盤コンサルタンツ株式会社
東風平

〇山口

剛史、田中

宏（地質リスク・エンジニア

慎吾

登録番号 74）

１．事例の概要
本事例は、国道の拡幅事業に伴い計画された新設道路トンネルの調査段階において、先行調査として実施した弾性波探査によりトンネル中央部に凹状の速度層構造が検出され、詳細調査の結果、地形と不調和な埋没谷の分布が明らかとなり、分布に伴うトンネルへの影響を適切に評価し、事前に地質リスクの回避・低減に努めた事例について報告する。当
該地は起伏の少ない丘陵地に、延長 350m、最大土被り 40m 程度のトンネルが計画されており、当該地周辺の地質は古第三紀堆積岩類を基盤として、第四紀の火砕岩類が不整合に薄く覆っており、既往調査では、トンネルは堆積岩類を通過する想定であった。

凹状分布
低速度帯
計画トンネル(L=350m)

現道

図-1

調査地の地形図 1)

図-2

弾性波速度分布図(縦横比=5:1)

２．事例分析のシナリオ
本事例では、トンネル縦断上で幅 30～40m 程度の低速度帯が検出され、高密度弾性波探
査解析による速度層構造も鉛直方向に計画トンネル断面付近まで凹状構造が及んでいた（図-2）。弾性波探査で検出される低速度帯や凹状の速度層構造は、断層破砕帯や埋没谷等の地質的弱部の存在が疑われ、地質リスク要因を有する可能性がある。リスクが発現した際の事象として、断層破砕帯が分布する場合は、施工時に突発湧水や切羽の崩壊、トンネ
ル断面の変形等が挙げられる。また、埋没谷が分布する場合は、旧地形を埋めるものにもよるが未固結堆積物の場合は、切羽の崩壊や地表面沈下等が懸念される。
検出された凹状速度層構造は、トンネル工事に多大な影響を及ぼす可能性も想定されたため、詳細を把握することとした。事前の文献調査や地形判読等では明瞭な断層分布の可能性は確認されず、埋没谷の分布の可能性も想定し、それらの分布や性状等の把握を行う
ため、地表地質踏査・ボーリング調査等の各種詳細調査を計画し、トンネルとの位置関係も踏まえ、地山の評価および設計・施工上の留意点についてとりまとめることとした。
1

３．データ取集分析(1) 凹状速度層構造箇所の地質分布
ボーリング調査の結果、上位の第四紀火砕岩類（凝灰角礫岩、凝灰岩）が周囲より厚く堆積していることが明らかとなり、古第三紀堆積岩との境界部には 層厚 5m 程度の半固結状の堆積物の分布が確認された。基盤の古第三紀堆積岩類および上位の第四紀火砕岩類には、顕著な破砕等は認められなかった。
以上より、凹状の速度層構造部は断層破砕帯ではなく、旧谷地形を 火山砕屑物で埋めた
埋没谷であると判断した。第四紀火山岩類と古第三紀堆積岩類との境界部 に確認された半固結状の堆積物は、旧地形時に堆積した古期崖錐堆積物であると推察した。
ボーリング調査にて確認した埋没谷の底部は、トンネル天端付近に位置しており、天端および切羽の一部に古期崖錐堆積物が分布すると想定された （図-3）。
本調査実施後本調査実施前
調査実施前

凡 例：盛土(b)：崖錐堆積物(tl)：凝灰角礫岩(Tb)：凝灰岩(Tf)：旧崖錐堆積物(ptl)：砂岩(Ss)：泥岩(Ms)：砂岩泥岩互層(Alt)

凡 例：盛土(b)：崖錐堆積物(tl)：凝灰角礫岩(Tb)：砂岩(Ss)：泥岩(Ms)：砂岩泥岩互層(Alt)

終点

起点
終点

起点

凡 例
：既往調査ボーリング：本調査ボーリング：トンネル計画図-3

凡 例：既往調査ボーリング：本調査ボーリング：トンネル計画

詳細調査実施前後の地質縦断図(縦横比=5:1)(2) 地山の評価
古期崖錐堆積物は半固結状を呈し、マトリックスは細粒砂、礫種は基盤である古第三紀堆積岩（主に砂岩）で構成されていた。N 値は 50 以上を呈するものの、岩石試験結果は一
軸圧縮強度：0.7MN/m 2 、超音波伝搬速度（Vp）：0.8km/s と周囲の岩盤に比べ著しく低い値を示し、準岩盤強度による地山強度比（Gn’）も 1.4 と小さい値であった。
したがって、埋没谷とトンネルが近接する区間では、トンネル断面内は古第三紀堆積岩類の砂岩が主として分布することが想定されるものの、天端付近に半固結状の堆積物が分布し、掘削時には緩みが生じやすい地山性状である等と考えられることから、地山等級を「DⅡ」等級として設定した。
地下水位はトンネル断面より上方の埋没谷中（第四紀火砕岩類）に認められ、古期崖錐堆積物と古第三紀堆積岩類との不整合面付近の透水係数は 10 -5 m/s 程度と透水性は低いものの、掘削時の緩みに伴い突発的な湧水が生じる可能性も想定された。
(3) 埋没谷とトンネルとの近接区間への対応提案
古期崖錐堆積物が切羽や天端に分布する場合は地山のアーチ作用が期待できず、切羽崩
壊や天端崩落が懸念されため、早期の断面閉合や天端付近の補強による緩み・先行変位の

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

抑制、切羽の安定化が期待できる長尺の先受け工等の補助工法の併用を提案した。
また、埋没谷および古期崖錐堆積物の分布は、鉛直ボーリング 1 孔および弾性波探査結果に基づく想定であり、分布形状については不確実性を伴うため、施工時には水抜きを兼ねた先進ボーリングや切羽前方探査等による分布の確認を行う旨を申し送り事項としてとりまとめた。
埋没谷の分布形状は不確実性を伴う。
⇒埋没谷および古期崖錐堆積物の分布を確認、把握する必要がある。

切羽・天端付近に古期崖錐堆積物が分布する可能性がある。
⇒切羽崩壊、天端の崩落が懸念される。

？

？

【トンネルと埋没谷が近接する区間】
・地山等級「DⅡ」として評価。
・切羽・天端の補強、安定化を図る長尺先受け工の併用を提案。
・施工時に先進ﾎﾞｰﾘﾝｸﾞ、切羽前方探査による地質分布の確認を提案

図-4

埋没谷が近接する区間の地質縦断図(S=800，縦横比=1:1)

４．マネジメントの効果
先行調査（弾性波探査）にて得られた地形と不調和な凹状の速度層構造から、地形判読や既存文献調査等からは想定し難い地質リスク要因（埋没谷と軟質な堆積物の分布）の可能性を見落とすことなく詳細地質調査を計画・実施し、地質リスク情報の抽出および地質
リスクに対する対応案を提案することで、地質リスクの低減に寄与できたものと考える。
仮に既往調査（概略地質調査）時点で、設計→施工へと段階を進めた場合、トンネル断面は古第三紀堆積岩類を通過する想定であり、埋没谷との近接区間では、切羽崩壊・天端崩落の発生とともに、原因究明のための地質調査、対応案の検討、検討結果に基づく修正
設計、追加資材の手配等、工程の遅延や追加対策による事業コストの損失は免れなかったものと推察される。
５．データ様式の提案「地質リスクを回避した事例（Ａ型）」として、表-1 にデータ様式案を示す。
《引用・参考文献》
1) 国土地理院ウェブサイト（https://maps.gsi.go.jp/）

3

表-1

データ様式（地質リスクを回避した事例；A 型）

大項目
対象工事

リスク回避事象

小項目

データ

発注者

非公表

工事名

－

工種

道路トンネル

工事概要

道路拡幅事業①当初工事費－

当初工期－予測されたリスク発現時期

トンネル施工時予測されたトラブル

想 定 外 の軟 質 な地 質 分 布 に伴 う
対応（工程遅延・事業費増）

リスク管理の実際リスク対応の実際

回避した事象切羽崩壊、天端崩落など工事への影響－判断した時期

調査・設計時判断した者

発注者、調査・設計受注者

判断の内容

詳細地質調査の実施判断に必要な情報

地質分布及び性状内容

追加調査

追加ﾎﾞｰﾘﾝｸﾞ、室内試験の実施

修正設計

－

対策工

補助 工 法の追 加、先 進 ﾎﾞｰﾘﾝｸﾞ・
切羽前方探査の実施

費用

変更工事の内容

追加調査

－

修正設計

－

対策工

－

②合計

－

工事変更の内容－③変更工事費－

変更工期－

間接的な影響項目

－

受益者

－

リスクマネジメントの費用（①－③－②）

－

効果

工期

－

その他

現在、調査・設計段階であり、リスクを考慮した設計、不確実性解消のための施 工 時 対 応 により、リスクを回避・低減できるものと考えられる。

【GR04】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

国道 402 号における豪雨時の通行規制基準緩和へ向けた
地質リスク検討事例
株式会社キタック

〇長谷川

大輔・遠藤

雄治・田中

義成

新潟県 長岡地域振興局 地域整備部 与板維持管理事務所

１．事例の概要□国道 402 号は，日本海に沿って並行なルートを取り新潟県柏崎市から新潟市中央区に至る実延長約 57km（重用延長を除く）の一般国道である（図-1）．このうち長岡市寺泊山田
地区においては，海食崖の直下を道路が通過しており，豪雨時に土砂災害の危険性が高いことから，時間雨量 25mm，連続雨量 100mm で通行止めを実施する異常気象時通行規制
区間として延長約 500m が指定されている（図-2）．
本調査ではこの区間を含む延長約 800m を対象に，今後の通行規制基準緩和に向けた基礎資料作成を目的として地質リスクの抽出，解析，対応方針の検討を実施した．
100m

至

新潟

至

日本海

図-2

調査地のドローン画像（起点から 400m 区間）

図-1 国道 402 号位置図
（Google マップに加筆）

２．事例分析のシナリオ
本調査の流れを図-3 に示す.
(1)

既往資料の収集

既往の地形図，地質図，被災履歴等の資料を収集し，地形・地質的な特徴，災害発生時の気象条件等を整理する．
(2)

現地踏査

現地踏査により，地形・地質状況や被災箇所の特徴を調査する．
(3)

地質リスク解析

既往資料，現地踏査結果から地質リスクを抽出し，発生確率と影響度から評価する．
(4)

図-3

地質リスク対応検討

地質リスクの評価結果を踏まえて，対応方針について検討する．

1

調査フロー

柏崎

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

３．データ収集分析(1)

既往資料の整理①

調査地の地形・地質概要

調査地の特徴は，国道 402 号と平行した明瞭な尾根地形が連続し，この尾根地形を境に北西側(国道側)が斜面勾配約 40°の急斜面，南東側が緩い傾斜の丘陵地で南
東～東方向に伸びる樹枝状の沖積谷地形が発達していることである(図-4)．これは，かつて南東方向に傾斜する緩い地形に発達した谷地形があり，この源頭部にあたる山
地を日本海の波浪等が侵食し国道側が急斜面となったものと推定される．

図-4

調査地周辺の地形状況図

調査地の地質は，新第三紀中新統の椎谷層（砂岩・シルト岩互層）を基盤岩とし（小林ほか， 1993 1 ）），これを崖錐堆積物や渓床堆積物などの未固結堆積物が被覆している．南東方向に約 30°傾斜し，国道に対して受け盤構造となっている．
②

被災履歴

検討区間において，記録に残っている
被災履歴は 4 回で合計 30 箇所の崩壊が確認された．4 回のうち 3 回は規制雨量を超える降雨によって崩壊したものであった．なお，近隣で発生した中越沖地震時には崩壊や落石等の発生は無かった．
図-5 に平成 16 年 7 月に発生した新潟・福島豪雨後の被災状況を示す．

図-5

平成 16 年 7 月新潟・福島豪雨後の被災状況（長岡地域振興局与板維持管理事務所撮影）(2)

現地踏査結果現地踏査を実施し，現地の地形・地質状況や湧水状況の確認，過去に崩壊した箇所の崩

壊規模の計測等を行った．現地踏査で確認された地質を表-1 に示す．また踏査結果図の一部（起点から 300m 区間）を図-6 に示す．
表-1

rd

調査地の地質構成表
od

Sy

dt3

ld
dt2
dt1
日本海

2

100m

図-6

現地踏査結果（起点側から 300m 区間）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(3)

地質リスク解析①地質リスクの抽出
被災履歴及び現地踏査結果から，検討区間では表-2 に示す 5 種類の地質リスクを抽出した．災害の形態は崩壊，土石流，地すべりであり， 崩壊については該当する地質によって，発生規模や発生位置が異なることから 3 種類に区分した．
表-2
地質リスク

地質リスク一覧表

該当する地質

概要

崩壊事例

斜面末端の道路脇に堆積する崖錐堆積物の崩壊。
崩壊発生箇所は背後の斜面に谷地形が存在していることから、豪雨時には谷地形で流下する多量の地表水や地下水がdt1に流れ込み崩壊するリスクとする。

①道路脇の崖錐堆積物（dt1）の崩壊

崖錐堆積物
（dt1）

②急斜面に分布する崖錐堆積物(dt2)の崩壊

崖錐堆積物
（dt2）

③谷地形に分布する崖錐堆積物(dt2)の土石流化

崖錐堆積物
（dt2）

災害履歴では、斜面中腹から下方まで長い距離を流下したことが確認されているため、豪雨等によって谷部周辺のdt2が下方に流出し、土石流のように流動化して道路に流出するリスクとする。

④風化による基盤岩(Sy)の表層崩壊

椎谷層砂岩・
シルト岩互層（Sy）

経年劣化により基盤岩(Sy)地表付近が風化・土砂化し、豪雨等によって安定勾配より急な部分が表層崩壊した土砂が国道に流出するリスクとする。

⑤地すべり

地すべり崩積土(ld)

地すべりは、検討区間の起点側の駐車帯（規制区間外）に位置しており、災害履歴でも末端部の崩壊が確認される。この地すべりが滑動した場合は、国道に影響することは必至であるためリスクとする。

斜面に分布する崖錐堆積物の崩壊。
災害履歴では、斜面中の急勾配の部分が多いため、豪雨等によって安定勾配より急な部分のdt2が崩壊して国道に流出するリスクとする。

②地質リスクの分析・評価
上記の各地質リスクについて，リスクの重大性を評価するために，影響度（E）と発生確率（L）の掛け合わせから算出されるリスクスコアを作成した．
影響度（E）は，地質リスク①～④については国道と発生源との水平距離で 3 段階に区分した．閾値は被災履歴での土砂流出距離や土砂災害防止法の区域設定基準（新潟県土木部，2014 2 ））等を参考とした．地質リスク⑤の地すべりは規模を影響度とした ．
発生確率（L）は各地質リスク発生条件等を考慮して設定した．ここでは例として地質リス
ク①について記載する．
地質リスク①の対象となる崖錐堆積物(dt1)の崩壊の発生位置を確認すると，いずれも背後の斜面に谷地形が存在していることから，豪雨時には多量の地表水や地下水が dt1 に流れ込み崩壊したと考えられる．このため，谷地形の有無，現地踏査時における湧水，流水状況を発生確率の区分の要因とした．作成したリスクス
コアを図-7 に示す．

図-7 地質リスク①のリスクスコア

3全地連「技術フォーラム 2024」新潟

地質リスク②～⑤についても同様にリスクスコアを作成した．リスクスコア作成後，斜面形状等から検討区間を 16 区間に区分し，各区間の地質リスク①～⑤について，リスクスコアを用いて評価した（図-8）．

図-8 地質リスク評価結果③地質リスクへの対応検討
リスクスコアの A 評価は影響度（E），発生確率（L）ともに高いため，A 評価の地質リ
スクが 1 つでも含まれる要対策と判断した．また，B，C 評価のみの区間は道路防災カルテを作成し定期的に点検を実施することとした．対応検討の結果，全 16 区間のうち要対策が 11 区間，カルテ対応が 4 区間，対策済みは 5 区間となった．要対策箇所については
地質リスクの総得点から対策優先度の決定と対策工の概略検討を行い，規制基準緩和へ向
けたロードマップをまとめた（図-9）．

図-9 事前通行規制緩和までのロードマップ

4全地連「技術フォーラム 2024」新潟

４．マネジメントの効果
今回の地質リスクマネジメントにより，対策が必要な箇所，優先度を整理し規制緩和へ向けた道筋を示した．要対策箇所の調査，設計から対策工完了までは 6 年程度かかる見込みである．今後は，規制緩和に向けた調査，設計，施工を順次進めていくことで道路の安全性の向上が図られる．

５．データ様式の提案
本事例は豪雨時の通行規制基準緩和に向けて，地質リスクの抽出，分析し，対応方針を検討した業務であり，ここでは，地質リスクを回避したものとして，A 型のデータ様式を用いて整理した．
表-3

データ様式

5

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

《謝辞》
本稿執筆にあたり， 新潟県長岡地域振興局与板維持管理事務所の皆様には，ご多忙の中，資料提供等にご協力頂きました．ここに記して謝意を表します．
《引用・参考文献》
1) 小林ほか：出雲崎地域の地質，1993．

2) 新潟県土木部：基礎調査マニュアル（案）

急傾斜地崩壊偏，2014．3) 新潟県土木部：新潟県道路防災事業ガイドライン，2019．

6【9【CO05】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

人工改変地形のトンネルにおける施工上の問題を把握するための
BIM/CIM モデルの活用事例
中央開発株式会社

1. はじめに〇川野

菜々美，小川雄大位に分布している．いずれも上部は風化しており，亀裂

本事例で対象とする開削トンネルの周辺は，丘陵地がの多い層相を呈すため，主要な帯水層となっている．下大規模な谷埋め盛土や切土により造成された人工改変地

部の新鮮部は軟岩に該当し，十分な強度を有しており，形であり，現在の地表面からはその改変状況を把握する

風化部も施工においては，荷重履歴よりも小さくなるた

ことが困難であった．当該地には，造成年代が古く，締め，施工上大きな問題とはならないと考えられる．しか固めが不十分な盛土層と，その直下に未固結な旧表土層

し，前述のように谷埋め盛土は，N 値が 10 以下で締固めが分布している．設計前に行われた地質調査では，通常が不十分であることや，その下位の旧表土層は，有機物行われるボーリング調査に加えて物理探査も実施されてを多く含む軟弱な土層であり，施工時の乱れによって強おり，軟弱層（盛土層+旧表土層）の分布範囲の把握が行度が低下する可能性があった．また，ボーリングにより，われていた．しかし，トンネル工事の際には，想定外の

これら軟弱層の分布及び層厚は大きな不陸が存在し，旧軟弱層が分布していたことから，施工上の問題となり，地形に影響を受けていると考えられた．

工事費や工期の増加が生じた．また，トンネル函渠等により主要な帯水層のほとんどが塞がれることから，地下

3. 三次元地盤モデルの作成

水の流動阻害が懸念された．本論文では，旧地形を踏ま既往ボーリングは，用地上の制約からトンネル計画範

えた三次元地盤モデルを作成し，施工上の問題となった

囲外で実施されたものが多いため，既往業務では調査結

軟弱層や帯水層の三次元的な把握を行った事例を示す．

果をトンネル計画ルートの測線に投影して推定地質縦断図が作成されており，地層の傾斜が十分反映されていな

2. 対象地の地盤状況

い可能性があった．そのため，本事例では，実際のボー対象とする開削トンネルは，丘陵地から山地に至るト

リング調査地点の地層構造を正として，推定・解釈モデ

ンネルであり，複数の谷埋め盛土を横断する．地質は，ルからソリッドモデルを作成し，地質構造の三次元的な丘陵地を構成する砂礫主体の更新統と，山地を構成する

整合を図った．具体的な手順は以下に示す．

砂岩頁岩互層からなる整然相の白亜系付加体堆積物が下

図-1 対象地の地盤状況（上段：平面図，下段：断面図）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(1) 地層対比ら，今後，地質に応じた合理的な施工が期待できる．

対象地は，道路事業や関連する周辺の造成工事も含め，複数の地質調査業務が行われていた．そのため，計74本の既往ボーリングについて，同じ条件（同一時代，同じ
地質種・地質体，類似物性値等）の境界を判別し，地層解釈の統一を行った．統一的な解釈を行ったボーリング
は，三次元空間上に配置し，推定・解釈モデルを作成した．
(2) 地層境界面の作成
推定・解釈モデルから，同一の地層境界点を抽出し，空間補間計算を行って地層境界面を作成した．空間補間計算には，地層面の推定に一般的に用いられる野々垣ほか(2008) 1)の最適化原理(BS-Horizon)を用いた．また，盛図-3 既往地質断面図と三次元地盤モデルの土層のモデル化では，既往調査で行われていた物理探査
結果に加え，造成以前の，縮尺1/3,000地形図も用いてモ

地層境界線の対比(2) 流動阻害リスクの可視化

デリングを行い，現況の数値標高モデル（DEM）と標高

三次元地盤モデルに設計業務で別途作成されたトンネを比較することで，モデル化範囲の盛土層の全体の形状

ルの BIM/CIM モデルを統合することで，土留壁及びトを作成した．図-2に作成した盛土層と旧版地形図の等高ンネル函渠が主要帯水層をどの程度閉塞するかを確認す

線を示す．

ることができた．その結果，谷筋では帯水層を遮断することが分かった．ただし，谷筋以外では帯水層の遮断は小さいことや，周辺に井戸利用が無いことから，積極的な対策は行わないこととした．
（3） 任意箇所での切り出し
三次元地盤モデルを作成したことにより，任意の位置で二次元断面図への切り出しが可能となった．対象地周
盛土層

辺では，道路事業に関連した埋設管移設・敷設の工事も行われており，
発注者の指定した位置で切り出しを行い，迅速に二次元の地質断面図を提供できるようになった．

図-2 盛土層と旧版地形図の等高線の三次元表示(3) ソリッドモデルの作成及び検証

5. おわりに本事例では，既往調査結果だけでなく，旧地形も踏ま作成した各層の地質境界面を用いてソリッドを切断えた三次元地盤モデルを作成することで，切土や未固結

し，三次元地盤モデルを作成した．妥当性の検証として，な盛土層，旧表土層の軟弱層の分布範囲を三次元的に明ボーリング間を結んだ断面図を切り出し，解釈に矛盾がらかにすることができた．また，三次元地盤モデルを作無いかの確認を行った．

成したことにより，帯水層の分布範囲やトンネル函渠による流動阻害リスクを可視化することができた．造成盛

4. モデルの活用効果
本事例において，作成した BIM/CIM モデルより以下

土等の人工地盤をモデル化する際には，旧地形図等から盛土分布を三次元地盤モデルに反映することで，モデルに示す活用効果が認められた．

の精度向上が期待される．また，地質調査前の資料収集(1) 軟弱層の分布の把握

整理の段階から，旧地形（旧表土層）の情報を反映する

既往縦断図に三次元地盤モデルから切り出した地層境ことができれば，軟弱層の範囲を十分に予測することが界線を重ねることで，軟弱層の範囲を確認した（図-3）．

できたと考えられるため，地質調査においても，調査前

その結果，施工上の問題となっていた軟弱層の分布範囲の地形の概査をはじめ，資料収集整理が重要であると考を明らかにすることができ，既往調査で想定されていた

える．

よりも，軟弱層の層厚が厚いことが分かった．これは，旧谷筋が当該箇所を横断しており，軟弱層が厚いことが《引用・参考文献》

既往調査でも想定されていたが，用地上の制約から道路

1) 野々垣 進・升本 眞二・塩野清治：3次 B-スプライン

センターで調査できなかったことが原因であると考えらを用いた地層境界面の推定.情報地質.2008,第19巻,

れる．今回，軟弱層の分布範囲が明らかとなったことか

第3号,pp.61-77.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO06】

3 次元地盤モデル（サーフェスモデル）の作成事例
株式会社キタック

1. はじめに〇菅原渉平，池田真彦，吉田怜央，金岡民善

3. 当該地の地形・地質概要

現在，
国土交通省では建設現場の生産性向上に向けて，CIM （ Construction

Information

当該地は，第四紀の氾濫原堆積物や扇状地堆積物からModeling ） や i-

構成され，これらの堆積物はいずれも未固結の砂礫層をConstruction の活用に関する事業や利活用の試みが実主体としている．3次元データ化するにあたっては，面的施されており，地質調査全般においては，地盤情報の 3

な土質分布の把握が重要であることから，
空中写真
「1948

次元化に取り組んでいる．本論では，計画されている高年11月22日／米軍撮影」1)を用いた立体視による地形判

速自動車道のジャンクションにおいて，広域な氾濫平野読を行った（図-3）．調査地は規模の大小異なる自然堤防

における既存ボーリングデータを用いて，3 次元地質解や微高地，旧河道が多くみられ，計画道路に対して一部

析システムにより作成した 3 次元地盤モデル（サーフェ

旧河道が横断する箇所が確認された．

スモデル）について（図-1，図-2），モデル作成方法や今後の利活用方法等の事例を報告する．
ジャンクション

地形モデル

図-1 3次元地盤モデル（統合モデル）
図-3 空中写真判読結果

ジャンクション

当該地の地層区分は，表層の盛土（B），完新世の氾濫地形モデル

原堆積物（Ac，Ag），更新世の段丘堆積物（Dg）に分類される（図-4）．Ac と Ag 層は粘性土と砂礫の互層状を成し，ランプ橋台

Dg1は N 値50以上の砂礫を主体とする．

支持層サーフェスモデル

ボーリングモデル（推定・解釈モデル）

図-2 作成した各モデル

B:道路盛土
Ag:砂礫

Ac:粘性土

2. 3次元地盤モデルの概要（1） 目的3次元地盤モデルの作成は，原地盤の地質・地層を可視Dg:砂礫化し，その特徴を的確にとらえることで後工程である設計，施工における施工計画立案や橋脚の支持層確認，軟弱地盤の確認，維持管理段階での点検，補修等を効率的に行うことを目的とした．
（2） 作成範囲
モデル範囲の道路総延長は1.7㎞である．
（3） 作成したモデル

図-4 既往の想定地質断面図

4. 3次元地盤モデルの作成方法
モデル作成の手順としては，地質断面図と各種ボーリ
ングデータを用いて地層面を可視化する「3次元データ化」と，3次元地盤モデル（サーフェスモデル）を作成する「3次元地質解析」のフェーズに大別される．

サーフェスモデルは①沖積粘性土層（Ac1）下端面，②モデル作成のフローチャートを次頁の図-5に示す．本

洪積砂礫層（Dg1）上端面，③支持層面（橋梁と函渠類の節では，3次元地質解析におけるモデルの品質確保のため2種類）の3つ，ボーリングモデル（推定・解釈モデル）の「データクロスチェック」と，モデル作成のための「地は品質チェック（信頼度評価）を行った29本を作成した．

質対比」について記述する．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
各フェーズ

START

（2） 地質対比

実施計画書の作成（BIM/CIM関連基準・要領等に基づく）

地質対比は，モデル作成のために地質調査データの同計画フェーズモデリング計画

3次元データ化フェーズ

じ条件（同一時代，同じ地質体，類似物性値等）の境界

資料収集・整理と3次元データ化

資料収集・整理
No

モデル照査
Yes
データクロスチェック

・既往地質断面の整合性確認を判別し，境界データとしてグルーピングする作業であ

地質モデル構築に十分なデータか？

る（図-7）．地質境界線を網目状に定義していくが，モデ・モデル作成への適用可否検討

ルの精度向上のため，現地踏査及び空中写真判読によっ地質対比て整理した地形分類をもとに，面的な地層の広がりを確・解析前のモデル組み立て（地層境界面、支持層面など）
３次元地質解析補間用データ作成

フェーズ

認した上で，関連性の高いボーリング点間を連結した．

空間補完処理拡大図

地質モデル構築
No

妥当なモデルか？

氾濫
低地

Yes
成果品作成

成果品作成
フェーズ

旧河道
モデル照査

実施報告書の作成（BIM/CIM関連基準・要領等に基づく）…各ボーリングモデルに境界面標高で接続

旧河道

END

旧河道

図-5 3次元モデル作成フローチャート（1） データクロスチェック

赤直線：地質構造的に関連性が高いことを示す

5mDEMの地形サーフェスに空中写真判読結果の画像を重ねたもの

既往成果の整合性はモデルの品質に直結する．地質縦氾濫
低地

断図を作成する場合，必ずしも断面線上でボーリングが実施されていないため，近傍のボーリング結果を法線方

図-7 地質対比による各ボーリング間の連結状況

5. 今後の利活用方法の提案

向に投影して作図している場合がある．
3次元地質解析では最も信頼できるボーリング位置の標高を制御点としてあらゆるフェーズ（調査，設計，施工，維持管理）に面を作成し，間の空間は補間アルゴリズムにより補間しおける3次元地盤モデルの今後の利活用方法について提た．この違いから，サーフェスの標高と地質縦断図に投案した．本節では，維持管理フェーズについて記載する．

影された標高を比較すると齟齬が生じる（図-6）．以上の例えば道路盛土の崩壊が生じた際には，崩壊箇所をビュ検討により，各地質断面図を構成する地層境界面はいず

ーアーソフトにより速やかに任意の断面で切り出すこと

れも3次元地質解析を行うための直接的な材料としてはができるため，視覚的に地層構成等を確認することがで不適合と判断し，サーフェスモデル作成はボーリングデ

きる（図-8-①）．また CAD ソフトを用いることで断面図ータを基準とした．
このようなクロスチェックによって，の CAD 化が可能であり（図-8-②），災害復旧時に活用でモデルの品質確保を図った．

きる資料を迅速に提供可能と考える．

6. まとめ
既往成果品の整合性，ボーリングデータの信頼性等がモデルの品質に影響することを理解して，3次元地盤モデ標高差齟齬

ルを作成することが重要である．面的な広がりや複雑な地下構造を3次元的に表現することによって，適切な調査計画や追加調査の検討，基礎の根入れ確認，将来的な施工計画や ICT 施工に寄与するものと考える．

：地質断面図（投影の標高）と、ボーリングデータの位置を基準として作成したサーフェスモデ
ルで、地層面高さの齟齬が生じる
サーフェスモデルが正しい位置《引用・参考文献》
1) 地図・空中写真閲覧サービス：1948/11/2，米軍撮影
写真（に加筆），https://mapps.gsi.go.jp/．(最終閲

図-6 投影された標高とサーフェスモデルの齟齬覧日：2023.10.5.)
参考例）LandXMLのサーフェスモデルから、CAD

ランプ橋台

ソフトを用いてCAD断面を抽出することが可能

切り出す断面線
LandXMLのサーフェスモデル

高速自動車道

3次元地盤モデルから、

ランプ橋台

ビューアーソフトを用いる
ことで速やかに任意の断面を切り出すことができる。

切り出した断面線

Ac1層
Dg1層

橋梁支持層
① 3次元地盤モデル（ビューアーソフト）から切り出した断面② CADソフトを用いた断面図のCAD化

図-8 維持管理フェーズ「災害時の復旧対応や原因究明に資する資料の提供」の断面抽出

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO07】

ボーリング調査結果を基とした支持層分布深度の３次元モデル化
株式会社新協地質

1. はじめに

〇田巻

柊野，大澤

一夫

3. 調査結果

平坦な水田が広がる越後平野において、重要建築物が図-3に示す建築予定地内で BV-1～BV-4のボーリング計画されている。建築予定地で実施した調査ボーリングを実施した。その結果、支持層（更新統）の分布深度にでは、支持層の分布深度にバラツキがあることが判明しバラツキが確認された。図-4に既存ボーリングを含めたた。調査時点における問題点として「推定地質断面図を

各柱状図を並べて示す。

2次元で表現すると、断面線上から離れた位置では、支持層の分布深度が変化してしまう」ことが挙げられた。そこで、支持層の分布深度を分かり易く表現するため、3次元ソフトを用いて視覚化を行った。

建築予定地

2. 地形・地質概要
図-1、図-2に越後平野周辺の地形図及び地質断面図を示す。本調査地は、越後平野を南東から北西方向に流下する加治川の下流域、新発田（しばた）市の市街地と水田地帯との境界付近に位置する。この地域は、加治川扇状地と新潟砂丘との間に位置し、自然堤防が点在する氾濫原性低地となっている。既往の文献等では「深度30m 付
近以深に更新統と推定される礫層（Pg1）が広く分布し、地下で扇状地性の平坦面を形成する」との記述がある。

図-3 調査位置平面図
旧加治川扇状地堆積物の上面

日本海
加治川

調査地
新潟市街
図-4 ボーリング柱状図の比較 2）
図-1 越後平野周辺の地形と地質 1）

調査結果から建築物の基礎形式は、杭基礎が妥当と判定された。ただし、支持層の分布深度にバラツキがある

調査位置

ため、杭基礎における杭長にもバラツキがでる事が予想

日
本
海
側

される。そこで、支持層の分布深度を発注者へ分かり易く説明するため、支持地盤の3次元モデル化を提案した。

4. 3次元モデル
既存ボーリング及び今回実施したボーリングを基に作成した支持層の出現標高図を図-5に示す。
↑↑完新統↑↑

地上部では、平坦な水田が広がる地形だが、地下では↓↓更新統↓↓

扇状地堆積物の上面が「北西方向（日本海側、下流側）(支持層)
図-2 新潟県地盤図（加治川沿い断面）に向かって標高が増す」ことや「浅い谷地形を呈する」
1）

ことが出現標高図から想定された。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
パターン①：既存-3 を単純投影した時の地層線

パターン②：3 次元モデルから想定した地層線

丘
陵
側

日
本
海
側

図-5 支持層（更新統）の出現標高図
図-6は、
完新統と更新統の区分を3次元モデル化したものである。このモデル図を参考とし、設計者は計画建築
物直下の基礎杭先端が支持層に到達しているか否かの判断材料として活用できる。

図-8 パターン①と②の比較図
当初、既存-3の柱状図を単純投影して2次元モデルを作成すると、更新統の上面が A 方向に急に浅くなる形状であった（パターン①）。次に、3次元モデルをもとに地層線を引き直すと、更新統上面の傾斜はパターン①に比べ
図-6 完新統と更新統の分布モデル図

緩くなった（パターン②）。

従来の2次元モデルで地質断面図を作成する場合、
断面

このことから、3次元モデルで得た結果を2次元モデル

測線上にボーリングデータがなければ、近接するボーリにフィードバックさせることで、2次元モデルの精度向上

ングデータを「投影」させる手法が多く用いられてきた。

にも役立つと考えられる。

しかし、単純にボーリングデータを投影させると、投影位置においては、各区分層の出現深度が「投影元の柱状5. おわりに図」と同じになるとは限らず、地質断面図としての信頼

3次元モデルを作成することで、2次元の断面図では説性にやや欠けることがあった。図-7に示す A-A’測線に明が難しかった「断面測線から外れた位置の支持層分布」

おいて、①単純投影で引いた地層線と②3次元モデルを参を比較的簡単に発注者へ説明することが出来た。支持層

考にした地層線を比較した結果を図-8に示す。

の分布深度に起伏がある場合には、有効な手段であると判断できる。
今後の課題としては、3次元モデルの妥当性確認のため、追加ボーリングや物理探査など、補足調査の提案を行うことが望ましい。本業務では、建築物完成までの工建築予定地期がタイトであり、建築設計との同時進行の業務であったため、追加調査は実施できなかった。

日
本
海
側

投影位置

丘
陵
側

《引用・参考文献》
1) 新潟県地盤図説明書（2002）：公益社団法人

新潟県

地質調査業協会,P72) ほくりく地盤情報システム：北陸地盤情報活用協議
図-7 A-A’測線位置会,既存-3柱状図（最終閲覧日2024.5.30）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO08】

トンネル施工データを用いた三次元地盤モデルの作成～Ⅱ期線トンネル設計への活用～
株式会社アサノ大成基礎エンジニアリング〇白井杏実，小瀬川奉久

株式会社オリエンタルコンサルタンツ

濵田拳太郎，片山武，本多玲奈

国土交通省九州地方整備局北九州国道事務所

松坂千寛，上田倫大，長野大史

1. はじめに
近年、交通量の増加によりトンネル内の安全性が懸念されるようになり、供用を停止した既設の廃線トンネルの再活用が、全国で計画されている。本論文の対象トンネルについても、交通混雑の緩和、安全性の向上を図る
目的で、現在は使用されていない隣接する既設トンネルを改修し、4 車線化することが計画されている。しかし、このような古いトンネルの利活用において、改築設計の図-1 三次元地盤モデル活用フローために必要なデータが古い、あるいは存在しないと言った問題も発生している。
本論文では、現在供用されているトンネル（Ⅰ期線）
施工時の切羽観察記録を用いて三次元地盤モデルを作成(2) 切羽観察記録によるⅠ期線縦断図の修正
既往Ⅰ期線地質縦断図は、ボーリング等の地質調査結し、隣接した老朽化により現在は廃線となっている旧ト果からⅠ期線施工前に作成された想定地層断面図であンネルをⅡ期線として利活用する改築設計に用いた事例

り、施工時に確認された地質と異なる部分が存在する。

について述べる。具体的には、Ⅰ期線の既往地質調査やこの既往Ⅰ期線地質縦断図を、Ⅰ期線トンネル部の施工

Ⅰ期線施工時の切羽観察記録からトンネル部の地質、地時に確認された地質情報である切羽観察記録をもとに修山分類を整理し、作成された三次元地盤モデルから、改正した。施工前に作成された既往地質縦断図とトンネル

築設計のためにⅡ期線位置の地質縦断図を作成、新たに施工時の切羽観察記録は、地質・地山分類の評価区分が支保パターンを設定した。

一致していなかったため、まず既往Ⅰ期線地質縦断図と三次元地盤モデルの作成には Autodesk 社の Civil 3D
及び GEORAMA for Civil3D を使用した。

Ⅰ期線施工時の切羽観察記録の地質・地山分類の対比について検討した。表 1 に、地質と地山分類の対比表を示す。表 1 をもとにⅠ期線縦断図の地層分布と支保パター

2. 地形地質概要
対象となるトンネルの周辺の地形は北北西～南南東方ンを修正するとともに、後に作成するⅡ期線縦断図の支保パターンを設定した。

向に延びる細尾根を成し、トンネルはこの尾根筋を西南西～東北東方向に貫通している。尾根筋は標高300～
400m で、尾根の両斜面は平均傾斜35～45°と比較的急峻であり、山麓へ下るほど緩やかになる。
基盤岩は古生代石炭紀～中生代三畳紀に変成作用を受けて生成したとされる三郡変成岩類と、中生代白亜紀に三郡変成岩中に貫入したとされる花崗岩類から構成され

表-1 凡例対比表
既往地質調査
地山分類
地質区分
地質記号
崖錐堆積物
Dt
―
DⅡ
強風化花崗岩
Grw1
DⅠ
風化花崗岩
Grw2
CⅡ
CⅠ
花崗岩
Gr
B
強風化片岩

BSchw1

る。三郡変成岩類は花崗岩類の貫入接触により一部接触変成作用を受けホルンフェルス化している。尾根の西側

風化片岩

BSchw2

片岩

Bsch

アプライト

Ap

に三郡変成岩類が分布し、東側に花崗岩類が分布しており、その境界は複雑に入り組んでいる。

DⅡ
DⅠ
CⅡ
CⅠ
B
DⅠ
CⅡ
CⅠ

地質記号
―
Grm1
Grm2
Grw1
Grw2
Gr
BSchw1
BSchw2―
BSchw3
BSchw4
BSch
Apw2
Apw3
Apw4

切羽観察
地質区分
―
強風化花崗岩風化花崗岩
弱風化花崗岩
花崗岩
強風化片岩
風化片岩
弱風化片岩
片岩
強風化アプライト
風化アプライト弱風化アプライト

3. 三次元地盤モデルの活用(1) 三次元地盤モデル活用フロー
図-1 に三次元地盤モデル活用フローを示す。

(3) 地層境界の設定
本検討は、Ⅱ期線となる廃線トンネルを利活用するための改築設計が目的であるため、特にトンネル部の地質分布を精度よく表現することが重要であった。そのた

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
め、Ⅰ期線トンネル部に切羽写真を三次元的に配置し、報が申し送られることはあっても、整理されたⅡ期線施切羽写真上の地層境界を利用して地層境界線を設定し工に生かされた事例は少ないと考えられる。その要因とた。トンネル範囲外は、既往地質平面図や地形を参考にして、切羽のデータを地質的に解釈し、Ⅱ期線に展開す地層境界線を設定した。図-2 に切羽写真上に設定したる手段・手法が確立していなかったことが挙げられる。

地層境界線の例を示す。

大規模な岩盤地下掘削などでは、亀裂の三次元的な分布を推定しグラウトを行う等の取り組みも行われている：地層境界線が、DX 技術の発展と共に、トンネルといった線状構造物でも少ない労力で的確にモデル構築を行っていくことが可能となると考えられる。地質のみでなく、湧水の情強風化花崗岩(DⅠ)

報をモデルに組み込むこともできる。
弱風化花崗岩(CⅠ)

また、ダム等においても三次元モデルを活用すること
で地質・亀裂分布の連続性の評価の誤り等を防止するこ

図-2 切羽写真に設定した地層境界線の例
風化区分は地形を参考にし、アプライト(細粒花花崗とができると考える。
５. 今後の課題と展望岩の一種)や熱水変質脈といった脈状の構造は切羽で確

今後の課題としては、切羽観察記録上の地質評価の正認された走向傾斜を参考にモデル化した。図-3 に作成

確さやバラつきが挙げられる。切羽観察を行う技術者がしたモデル（ソリッドモデル）を示す。

地質の専門技術者であるとは限らないため、地質や岩級区分の評価をそのまま利用できるとは限らない。岩級区分等の評価が不十分な場合は、切羽写真を見直し、地質情報を評価し直す必要がある。
また、切羽観察記録は 1 回の掘削深度の違いにより間隔が定まっておらず、今回の場合、切羽観察の間隔が 1～20m と一様ではなかった。幅が広すぎると地質情報が図-3 作成したソリッドモデル
図-4 に、Ⅱ期線縦断位置で切り取った地層境界サーフ
ェスと、その地層境界を用いて作成したⅡ期線縦断図を示す。作成されたⅡ期縦断図を用い、Ⅱ期線の支保パターンを設定した。

粗になる一方、幅が狭すぎても地層境界の急な変化をモ
デルとして再現できない。ミクロとマクロの視点を持って地層をモデル化し、三次元的に表現する能力が必要である。
一般にトンネル計画に伴う地盤調査では、ボーリング
調査や弾性波探査等の物理探査が行われるが、ボーリン
グは線（一次元）の情報であり、物理探査は間接的な調査である。一方、今回使用した切羽情報は、大断面で地質状況を直接確認できるものであるので、ボーリング等と比較し得られる情報量が格段に多い。今回対象として
いるⅠ期線とⅡ期線トンネルの外周間の離隔は約 30m と近接している。Ⅱ期線の地層を推定する上でⅠ期線の施工データは活用すべきであり、施工データを用いて作成された三次元地盤モデルは有効であると考える。

図-4 Ⅱ期線縦断位置で切り取った地層境界サーフェス(上)今回紹介した事例は設計時に三次元地盤モデルを活用と地層境界サーフェスから作成したⅡ期線縦断図(下)した例であったが、その他トンネル供用後の維持管理に活用できる可能性もあると考える。例えば、破砕帯や湧水の情報を三次元モデルに残しておくと、供用後に変状

４. 本検討の成果が発生した位置の地質等情報を即時に引き出すことが可

現在供用されているトンネル（Ⅰ期線）施工時の切羽能となる。今後、設計や施工・維持管理の各ステップで観察記録を地質的に解釈し、それを用いて三次元地盤モ

三次元モデルの活用方法を開発していくためには、作成

デルを作成することにより、追加調査を行うことなく、されたモデルがどのような推定を含むのかを記録し、後隣接した廃線トンネルをⅡ期線として利活用するための工程に伝達する手法を確立することが重要である。

改築設計、支保パターンの検討を行うことができた。これまで、Ⅰ期線の施工データとして、崩壊や湧水など情全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO09】

自走式地盤調査機を用いた振動サウンディング調査法の開発
株式会社メーサイ〇山口博久，中野真治
大阪公立大学大島昭彦

1. はじめにバイブロハンマー
コーン貫入試験

自走式地盤調査機を用いたサウンディング調査法の開発を進めている１）。バイブロハンマーコーン貫入試験法
は、調査ロッドの貫入力を荷重計（ロードセル）、貫入速度を深度計（リニアエンコーダー）にてそれぞれを測定し、力積（荷重／速度）を算定する。この方法だと、貫オープン

標準貫入試験

サンプラー

入力を測定するため、ロードセルアンプ等が必要となり、計測システムも大きくなる。硬質地盤では、バイブロによる貫入力が、最大出力の一定値になることに着目し、図-2 調査法の途中変更（例）3. 自走式地盤調査機

調査ロッドの貫入速度のみで評価することにした。計測

振動サウンディング法で使用する自走式地盤調査機を装置を深度計（リニアエンコーダー）
のみにすることで、

写真-1に示す。調査ロッドの先端には、大型コーン（直管理システムを小型化し、車載式にできる。バイブロ振

径:60mm、写真-2）を取り付ける。

動サウンディング調査法について報告する。

深度計
深度計

2. スマートボーリングシステム
自走式地盤調査機は、土壌環境調査のサンプリング用に開発されたボーリングマシンであるが、バイブロを装備し貫入力が大きく、且つ、回転機構も有することから、一般の地質調査にも応用できる。当社では、自走式地盤

バイブロ
ハンマー

車載パソコン

調査機の応用技術をスマートボーリングシステム2）と名付け、系統樹（ツリー）を使って、活用分野の広がりを整理している（図-1）。当該の振動サウンディング調査法

ロッド
回転機構

もこれに含まれる。

深度管理システム

技術の広がり技術の深化

写真-1 自走式地盤調査機
振動サウンディング調査法

写真-2
大型コーン
図-1 スマートボーリングシステム
自走式地盤調査機をサウンディング調査のベースマシンとするメリットは、・自走して調査地点まで移動できる。
（高効率）
・櫓が不要で、高所作業がない。
（安全）・トラック４ｔで運搬でき、組立解体作業が無い。
などである。
（迅速）調査途中に、想定外の地層が出現した場合、標準貫入

写真-4 小型プリンター
写真-3 深度管理システム

試験やオープンサンプラーによる試料採取オープンサン
プリング調査に変更可能である。臨機応変な対応ができる（図-2）。

振動サウンディング調査では、深度管理システム（写真-3）により、調査結果を小型プリンター（写真-4）で

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
データシートとして、調査直後にその場で提出することができる。

経過時間（ｓ）

N値
0 10 20 30 40 50 0

500

1,000

貫入速度（mm/ｓ）
1,500

40.0

30.0

20.0

10.0

0.0

0

４. 適用事例（1）調査ロッドの貫入速度に着目した振動サウンディング
調査法は、地中障害物の探査に適している。調査結果を直後にその場で確認し、次の調地点の選定に反映できる。
地中障害物の模擬物として、ボイド管（直径：17.5cm、高さ：30cm）にセ

5

深度
（ｍ）

10

メント改良土を充填し、深さ3.0ｍ地点に埋設した。その上部から、大型コ

川俣本町
砂礫

ーンにてサウディング調査により埋砂混じり粘土砂質シルト

設深さと厚みが正しく測定できていることを確認した。地盤の概要については、参考文献3)を参照のこと。
経過時間（S）
0 100 200 300 400 30.0

砂
シルト質粘土礫混じり砂

写真-4 改良土貫入速度（ｍｍ/S）
20.0

10.0

0.0

20

0

図-4 サウンディング調査結果（川俣本町）
1

①

2

②

③

④

⑤

⑥

60
3

50
4
5

図-3 大型コーンの貫入結果

５. 適用事例（2）大阪市内で実施した振動サウンディング結果を図-4に

標準貫入試験結果（N値）

改
良
土

深度（ｍ）

80

15

40
30

20
10
0

40

示す。適用地盤の詳細については、参考文献4）を参照の

30

20

10

0

貫入速度（ｍｍ/ｓ）

こと。経過時間（ｓ）と貫入深度（ｍ）の関係、貫入速度（mm/s）と貫入深度（ｍ）の関係に着目すると、沖積

図-5 N 値と貫入速度の関係

砂層と洪積砂礫層で、貫入速度が低下しており、沖積粘土層に比べ、硬質であることが分かる。N 値とも良く対《引用・参考文献》

応しており、貫入速度が、地盤の硬軟を示す指標になる

1) 山口博久，中野真治，萩野芳章，福島宏明（2019）：

ことが分かる。これまでに実サイトで実施し試験結果を

自走式地盤調査機を用いたサウンディング調査法のN 値と貫入速度の関係として整理した結果を図-5に示開発，全地連技術フォーラム2019論文集，論 No.42.

す。バラツキがあるものの貫入速度を低下すると、N 値

2）スマートボーリングシステム（商標登録番号：655141が増大する相関がある。各サイト（凡例の色分け）に着目すれば、貫入速度からＮ値を凡そ推定できることが分かる。

号）
3）山口博久，中野真治，大島昭彦（2022）：地盤の比抵抗に着目した地層の区分について、第57回地盤工学
研究発表会、2022.9

６. まとめ4) 大島昭彦，塩崎一樹，林口美木，村田匠大，辻光平，

振動サウンディング調査法は、地中障害物の探査に適

安岡政光：東大阪市川俣本町での地盤調査一斉試験

している。今後、実サイトでの実績を積み重ねたいと考（その１：調査概要とボーリング結果）,第59回地盤工学

えている。

研究発表会

2024.7

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO10】

DTH-SPT の試験的運用
川崎地質株式会社

1. はじめに〇竹内翔，三上啓太，井上 駿（2）落錘機構について

近年の洋上風力発電事業におけるボーリング調査は，

SPT ユニット内部のハンマー上部には，プッシュロッ

モノパイル式と呼ばれる杭基礎の風車建設に向けて行わ

ドが接続されており，接続したワイヤーを引き上げるこ

れているものが多い．しかし今後は，より沖合での浮体とでハンマーを落下させることが可能である．ハンマー式洋上風車の導入が増加し，それに向け櫓上から 200m 以が落下し，アンビルを打撃することで，下部の SPT サン

深の地層を対象とする長尺の掘削となることが予想されプラー直下の地盤を打撃することができる．

る．調査で実施される標準貫入試験（(JIS A 12192013)Standard Penetration test，SPT）は，トッププッ

3. 試験方法

シュ型の自動落下装置を用いるため，孔壁との摩擦など

DTH-SPT の試験には，図-2に示す通り，エアーウィンの様々な要因により，打撃エネルギーが孔底到達前に減チ，コンプレッサーなど大きく5種類の機材を使用した．

衰している可能性がある．その結果，N 値の精度が低下

標準貫入試験を行う1サイクルの手順を，図-3に示す．

し，支持層や工学的基盤の評価に影響を及ぼす恐れがあ
る 1）．

ワイヤー

今回は長尺のボーリング調査において，エネルギー減衰の問題を解決し得る，孔底打撃型のダウン・ザ・ホー

ワイヤークリップロープ
エアーウィンチ

・使用機材
1．DTH-SPT

ル SPT（DTH-SPT）を試験的に運用した結果について紹介

2．コンプレッサーする．

3．エアーウィンチ
DTH-SPT

2. DTH-SPT について

4．ワイヤークリップ
5．ボーリングマシン

図-1に示す通り，機器本体はロッドではなくワイヤー
図-2 作業イメージ図と主な使用機材

を介して昇降させ，孔底で打撃を行うことができる．機器が持つ特徴とそのメカニズムについて下記の2項目で示す．

➀ ロータリー式ボーリングマシンによる掘進・オールケーシングでの掘進により孔壁を保護．

・ワイヤー
ハンマー

・SPT ユニット
アンビル

・SPT サンプラー

プッシュロッドを引き抜きハンマーが半➁ DTH-SPT の孔口へのセット
・専用バンドを用いてプッシュロッド引き抜きの防止．
・クレーンでの孔口への誘導．
・クレーンのワイヤーとエアーウィンチのワイヤーを入れ替えプッシュロッドを引き抜き，孔口で打撃．
➂ DTH-SPT の孔底への降下・専用バンドの取り外し，孔底到達後にプッシュロッドを収納．
・貫入間隔の目印をワイヤーにつける．

自動落下

図-1 DTH-SPT の内部構造と落錘原理2)（1）内部構造➃ 試験実施・ボーリングマシンのロープをワイヤークリップでワイヤーに接続．
・プッシュロッドを引きあげて半自動落下．

DTH-SPT は，ワイヤーラインによって実施する試験である．機器本体の構造としては，SPT ユニット，SPT サン
プラーの大きく2つの部品から構成される．SPT ユニットにはハンマーが内蔵されており，内部は防水となってい➄ DTH-SPT の引き上げ・孔口まで巻き上げ後専用バンドを接続．
・プッシュロッドの収納後，サンプラー回収．

るため，ハンマーを気中で自由落下させることができる．

図-3 作業工程

下部の SPT サンプラーは，孔底地盤の N 値の測定と土質4. 結果

試料採取の役割を担っている．

（1）SPＴと DTH-SPT の N 値比較結果

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
試験孔の特徴として機器類の破損や作業員の怪我のリスクが増加する．

は，表層にロームや有機④貫入量の確認について物を含む盛土が堆積し，

エアーウィンチで DTH-SPT を孔底まで降下させた際，盛土以深は粘性土と砂質

ワイヤーに印をつけ貫入量の確認を行ったが，この作業

土の互層が続くような土についても毎試験ごとに行うため作業に時間を要する．

層が見られた（図-4）．

これらの結果を踏まえ，5節（2）では，作業効率の向今回 DTH-SPT により取上と，DTH-SPT 本体の改善点を列挙する．

得した N 値を，既存調査

5. まとめ孔の SPT により取得した N（1）N 値の考察

値と比較するため，式-1

今回の DTH-SPT による試験深度は，約13m までと浅層から N 値の増減の割合をでのデータ採取になったが，既存調査孔と近似的な傾向算出した．

を持つデータが得られた．
今後は DTH-SPT の改良と共に，2 孔の N 値を比較した
結果， DTH-SPT で取得

図-4 SPT と DTH-SPT

した N 値が SPT に比べ，の N 値深度分布

N 値を比較することで，より高精度な N 値を取得し，洋上風力発電事業における長尺のボーリング調査におい全体で約 16.5％高い傾て，1つの提案材料として活用できると考えられる．

向にあった．
RN＝（N2−N1）/（N2+N1）

運用実績を伸ばしデータ量を蓄積し，SPT と DTH-SPT の・・・式-1

ここで，RN：2 孔の N 値増減の割合
N1：SPT で採取した N 値の総計
N2：DTH-SPT で取得した N 値の総計

（2）運用上の問題点について実際に作業を行うことで運用上での問題点を把握し，（2）運用上の改善案
4 節（2）で記述した問題点の改善方法を提案する．
①SPT サンプラーのアダプターについて
国内規格のものと同様ボールを内蔵した SPT サンプラーへの改良を行うなど，付属する細かい部品を，利便性を考慮したものに作り替えることで，部品の破損による

大きく4つの点に着目した．

手間を排除する．

①SPT サンプラーのアダプターについて②専用バンドのピン差込口について

SPT サンプラーのアダプターにゴムバンドが付随して専用バンドのピン差込口の孔を拡張することで，プッおり，サンプラー内の試料落下を防止する，逆止弁としシュロッドを完全に押し込んだ状態でのピンによる固定ての役割を果たしている．試験実施時にこのゴムバンドを可能にする必要がある．

が破れる事態が度々発生した．こういった細かい機器ト③DTH-SPT の危険性

ラブルが，作業に時間を要する要因の1つである．
②専用バンドのピン差込口について

ワイヤーではなくロッドを用いることで，ロッドを半回転させ孔底でプッシュロッドの昇降，固定を行い，孔専用バンドは，写真-1の通り，ピンでプッシュロッド

口での打撃作業を無くすなど，ワイヤーライン以外でのの上部と SPT ユニットを固定するものだが，プッシュロ

DTH-SPT の運用方法も考えられる．このように危険作業

ッドを数㎜引き抜いた状態でのみ差込口にピンが通過すを排除するために作業手順と使用機材を再検討する余地る構造になっているため，エアーウィンチでの細かな引がある．

き抜きの調整が必要である．

④貫入量の確認について

プッシュロッド引き抜き防止ピン

貫入量の確認については，ワイヤーカウンター等を利用することで，簡易的に貫入量を確認できるようにする．
①～④で述べたように DTH-SPT 本体，周辺機器の改良を図ることで作業効率と安全性を確保し，今後の洋上風力発電事業におけるボーリング調査において，より沖合の長尺孔での実用化が可能と考えられる．

専用バンド

写真-1 DTH-SPT の専用バンド接続状況③DTH-SPT の危険性
DTH-SPT は，総重量約200㎏と重いため，運搬等作業工《引用・参考文献》
1） 一社）関東地質調査業協会：我が国における標準貫入試験の利用実態と留意点，pp1-11，2021
2）DTH-Down The Nordmeyer，（最終閲覧日 2024.5.28）

程ごとに時間を要し危険度も大きい．孔口への DTH-SPT

http://www.nordmeyer.nl/membersonly/SPT

セット時も，地上で打撃を行うため，仮設足場やその他

english.pdf

さまざまな機器にも負担を強いることとなる．そのため

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO11】

岩盤を対象とした軽量型ボーリングマシンと従来型ボーリングマシンの比較
大日本ダイヤコンサルタント（株）

〇山口

奨之，鏡原

聖史，岡崎

敬祐，伊東

陽希，池田

智博

(2) 軽量型2）

1. はじめに
近年，移動が容易な軽量型ボーリングマシンの開発が軽量型は電動型とエンジン型の2種類存在する．
動力は進み，現場への利用が進んできている．軽量型ボーリン

それぞれ電気とエンジンであり，エンジンの場合は，従グマシンは，従来型ボーリングマシンと比較して，全体

来型より小型なエンジンを利用する．電力もしくは小型

的に資機材の重量が軽く済み，軽トラックや乗用車で資のエンジンを利用することから掘削能力は低下し，深度材の運搬が可能である．また，分解した場合は人肩運搬15m～30m 程度が限界である．掘削時に必要な反力は小さが可能であり，住宅地や用地制限，現地までの搬入が道く済むことから広い足場を必要としない特徴がある（図路の大きさなどで困難な現場であっても，調査が可能で‐1参照）．機械の小型化に合わせて資機材重量が大幅にある点に特徴1）がある．本報告では，山地内における調減っており，軽トラックや中型の貨物バンなどで運搬可

査地で，軽量型ボーリングマシンを活用した調査事例を能な重量に収まる．電動型，エンジン型どちらともマシ

元に，軽量型ボーリングマシンと従来型ボーリングマシ

ン等の軽量さが特徴であり，分解重量は15～30kg 程度，

ンを比較した結果を報告する．なお，従来型ボーリング

1人もしくは2人で資機材の人肩運搬が可能である．電動マシンを従来型，軽量型ボーリングマシンを軽量型と表型，エンジン型それぞれについて重量や性能等の概要に記することとする．

ついて表-2に整理する．

2. ボーリングマシン概要

表-2 軽量型ボーリングマシンの概要

従来型と軽量型のそれぞれについて，必要な資材やス

項目

電動型

エンジン型

資機材総重量

300kg 程度

400 ㎏程度

マシン重量20kg 程度

200 ㎏程度

分解重量15kg 程度

30 ㎏程度

掘削能力

15m 程度

30m 程度

ペース等の一般的なものについて，簡単に記述する．
(1) 従来型
従来型は，主にエンジンを動力源とし，伝達部や変速機を介して掘削やロッドの昇降等の作業を行うものである．
一部現場制約等を理由に電動型のものも存在するが，一般的な地質調査で実施されるボーリングマシンは，主にエンジンを動力源とするものを指す．従来型は小さいものであってもマシン重量が300㎏程度あり，傾斜地・平軽量型ボーリングマシン

給圧ハンドフィード

ハンドフィード

足場範囲

1m×1m 程度

1m×2m 程度・不要

搬入搬出

人力

人力

坦地共に，掘削深度によっては掘削時の反力を得るために足場が必要となる．これら資材を現地付近まで運搬す
る際は，中型のトラックが必須であり，現地状況に合わ
せて軽トラックへの載せ替えも検討が必要である．
また，平坦地であれば不整地運搬での搬入が可能であるが，傾斜地であればモノレールでの搬入が必須となる．従来型の重量や性能等の概要について表-1に整理する．
表-1 従来型ボーリングマシン概要項目

従来型ボーリングマシン

資機材総重量2000kg 程度

マシン重量300kg 程度

分解重量50kg 程度

掘削能力

機械による

給圧

オイルフィード

足場範囲

3m×3m 程度

搬入搬出

モノレール・クレーン・
不整地運搬

図-1 軽量型ボーリングマシン（電動型）の足場状況

3. 山地内における従来型と軽量型との比較
従来型と軽量型について比較する．軽量型は電動型を対象とする．
(1) 運搬方法
軽量型は，現地までバンや軽トラックで資材を１～2回に分けた運搬が可能である．住宅地が近い山腹斜面調査
では駐車位置や現地までの進入ルートに制限が多く，軽量型の場合はこれらの制限を受けにくい．また，現場内

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
小運搬は，人肩運搬であり，一番大きいものは三又の長のを使用していることから，軽量型においてもコアの品

さ3m 程度，次いで単管の長さ1～2m 程度のものである．

質は十分であった．

狭い場所では長尺物を立てて運搬も可能であることから，人間が移動できる程度の幅があれば運搬が可能であ

表-3 比較結果一覧

る．一方．従来型は，現地までの運搬に中型トラックが項目

軽量型(電動型)

運搬方法

不利

有利

掘削能力

有利

不利

必要であり，調査地点付近の駐車位置や進入ルートにも注意が必要である．また，現場内小運搬はモノレールが必要となることが多く，モノレールルート上の幅1.5～2m 程度の草刈りや立ち木の伐採が必要となる．また，レ

標準貫入試験
環境負荷

ールは急な方向転換は難しく，曲げるために大きく迂回
またはスイッチバックを入れるなど，広範囲にレールを仮設するための用地や搬入ルートに制限が多い．
(2) 掘削能力
本事例においては，土砂2～3m，DL～CL 級の岩盤7～8m，深度10m 程度の掘削を問題なく実施することができた．
掘進長の短い山腹斜面の調査においては有効である．
ただし，掘進時に詰まった場合，従来型は油圧での引き上げが可能であるが，軽量型は電動もしくは手動ウィ
ンチや人力での引抜き作業となり，従来型のようにエンジンパワーを利用できない分，引き上げ困難になる可能性がある．
掘削速度は軽量型が若干劣り，岩盤中は3m/日程度であった．従来型はボーリングオペレーターや岩盤の性状にもよるが概ね5m/日以上である．
(3) 標準貫入試験

ボーリングマシン
従来型

ボーリングコア

同等
不利

有利
同等

4. まとめ山地内で軽量型ボーリングマシンを利用した事例を元に従来型との比較にについて記述した．これまで，山地
内のボーリング調査は，掘削延長が短く，搬入しにくい箇所で行うことが多いため，モノレール搬入ルートや足場設置場所で立木の伐採を行っていたが，立木をよけながら搬入できる点で，環境負荷が小さくできたといえる．
また，10m 程度の土砂軟岩の掘削については，従来型と比較して同様のコアや標準貫入試験が実施できた．
これまで，山腹斜面の調査では，仮設を含めた費用面の制約からボーリング調査箇所を限定し，簡易動的コー
ン貫入試験で調査データを補完する事例が多くあったと考えらえる．しかし、軽量型を積極的に採用することで，環境負荷を低減しつつ，モノレール仮設にかかる費用を両方とも問題なく実施可能である．ただし，軽量型は調査ボーリングに充てることが可能になり，調査密度をハンマーを上昇させる際に電動もしくは手動ウィンチで高めることができ，複雑な地盤状況を正確に把握した上の操作となるため，従来型より若干作業性に劣る．また，

で，適切な設計を行うことができると考えられる．

岩盤中の試験後，従来型は引抜きづらい場合，かち上げを行うが，軽量型の場合，電動ウィンチ等を利用するこ

5. 今後の課題とから，かち上げができないか，もしくはしづらい．本

今回の事例において，標準貫入試験は問題なく実施で事例においては問題なく試験できたものの，柔らかく粘きたものの，
硬い岩盤に当たることでシューが食い込み，度状になった岩盤や硬い地山には注意が必要である．

かち上げができないため，引き抜くのに手間取ったこと(4) 環境負荷が何度かあった．今後は硬い岩盤に当たってシューが食本事例では，人肩運搬かつ軽量型は足場が非常に小さ
いため，草刈りや枝払い，伐採は不要であった．このこ

い込んでも引き抜けるような機構を組み込むなど，改良することで，より普及されるものと考える．

とから，軽量型は運搬や仮設に係る環境負荷が非常に小さく，従来型と比較して非常に有利である．
エンジン音は静穏性に優れた発電機が発する程度の音《引用・参考文献》
1)の寺院境内における軽量型ボーリング調査事例、で済み，大きなエンジン音は発生しなかった．掘削時に全地連「技術フォーラム2022」那覇,36,2022.

モーター音がするが，従来型のエンジン音と比較しても非常に小さく，住宅地が近い山腹斜面調査においては非岩田克彦・櫻井皆生・NGO XUAN LOC：京都府

2)株式会社 KANSO テクノス：技術リーフレット

常に有利である．ただし，作業時に発生する金属打撃音

https://www.kanso.co.jp/Portals/0/images/develop

は軽量型，従来型両方とも同様である．

ment/leaflet/mobile_bowling.pdf(5) ボーリングコア
本事例では，土砂2～3m，岩盤（DL～CL 級花崗岩）7～8m の計10m 程度のボーリングコアを採取した．掘削に使用している資材は，従来型のボーリング資材と同じも

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO12】

全自動ボーリングマシン開発-JIS に準じた標準貫入試験自動打撃装置の開発㈱ワイビーエム

〇矢羽田

祥貴

津留崎

川崎地質㈱

星野

一永

原田

克之

㈱クリステンセン・マイカイ

宮本

哲臣

松熊

晋也

一洋

1. はじめに

奈須

鵜飼

徹夫

康彦

の調整とデータ化が可能である。標準貫入試験の打撃回

地質調査業界では、熟練オペレータの退職増加と新規数計測のためのハンマー検知センサ、貫入量計測のため入職者の減少が進んでおり、ボーリング技術伝承の問題のワイヤーエンコーダを搭載しており、ワイヤーエンコと将来のオペレータ不足が危惧されている

1)

。そこで、

ーダの先端を貫入量計測治具に取り付け、ロッドに接続

これらの問題の解決を目指して全自動ボーリングマシン

することで貫入量を計測する。これにより打撃回数と1打の開発を進めてきた 2)。地盤調査を行う場合、コアサン

ごとの貫入量を計測することが可能となる。計測値はボプリングだけではなく、
標準貫入試験を行うことが多い。

ーリングマシンに搭載した管理装置に表示され、データ

そこで、今回は全自動ボーリングマシンを用いて標準貫として保存される。

入試験を実施できるよう、新たに打撃・計測を自動化した打撃装置の開発を行った。本報では開発を行った自動打撃装置の概要、打撃・計測システムついて報告する。

ガイド用ロッドキャッチャ

2. 自動打撃装置の概要

ハンマー高さ計測
ワイヤーエンコーダ
貫入量計測
ワイヤーエンコーダ

ハンマー検知センサ

自動打撃装置を搭載した全自動ボーリングマシンを図ハンマー-1に示す。自動打撃装置はボーリングマシンのリーダー

アンビル

油圧シリンダ貫入量計測治具に装着されており、削孔中は打撃動作を行わないため待機位置（図-1 正面①）にあり、標準貫入試験時には待機

図-2 自動打撃装置詳細

位置から旋回して試験位置であるロッドセンター（図-1
正面②）に移動する。打撃装置の操作はボーリングマシンに設置している操作盤で行う。

3. 標準貫入試験フロー
自動打撃装置を搭載した全自動ボーリングマシンでの標準貫入試験フローを図-3に示す。調査深度までの①削孔後、②インナーチューブ回収を行う。その後、マシン打撃装置に搭載しているウインチを用いて、ロッド内に③SPT サ
ンプラーを装着したロッドを降下挿入する。この時Φ
40.5mm のロッドを保持するため、事前にクランプにサブ
チャックを取り付けておく必要がある。サンプラー挿入
後、打撃装置を待機位置から試験位置に移動させ、ロッ管理装置

ドに貫入量計測治具を取り付け、④試験開始するとロッドの保持が解除され、⑤ロッド自沈が開始し、自沈判定
終了後、再度、ロッドは保持される。⑥ロッドとアンビ
操作盤
右側面

正面①
打撃装置 待機位置

正面②
打撃装置 試験位置

図-1 自動打撃装置を搭載した全自動ボーリングマシン

ルを接続後、ハンマー底面がアンビル上面に接地した状態となり、⑦ハンマー自沈準備が完了する。その後、ロッドの保持が解除され、⑧ハンマー自沈を開始する。自沈判定が終了すると、⑨予備打ちが開始される。キャッ自動打撃装置の詳細を図-2に示す。打撃装置に搭載しチャーでハンマーを掴んで⑩ハンマー上昇させ、落下高ているハンマー、ガイド用ロッド、アンビルは標準貫入さに到達するとキャッチャーが開いて⑪ハンマーが自由

試験方法の JIS 規格に準拠した既存の部材を採用した。

落下する。⑩～⑪を繰り返し、試験孔底から150mm の深ハンマーをつり上げるためのキャッチャーは油圧シリン

度に到達すると⑫予備打ち完了となる。予備打ちでは貫ダで昇降する。ハンマーの昇降高さ（落下高さ）はワイ

入量が150m となるよう1打撃当たりの貫入量から落下高

ヤーエンコーダで計測されるため、ハンマーの落下高さ

さを自動調整して軽打撃を行う。予備打ち完了後は⑬本

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
打ち動作に移行する。予備打ちと同様に⑭ハンマー上昇を行い、落下高さに到達すると⑮ハンマーが自由落下す
る。予備打ちから300mm（試験孔底から450mm）貫入すると⑯本打ちは完了となる。また、本打ち時の打撃回数が50回を到達しても本打ちは完了するよう設定することができる。本打ち終了後、打撃装置を待機位置へ移動させ、ウインチでロッドと SPT サンプラーを引上げ、⑰試料を
回収する。

②

③
④
サンプラー 試験挿入 開始

回収

図-4 標準貫入試験モニター画面⑤⑥⑦⑧
ロッド自沈 アンビル ハンマー ハンマー
接続
自沈準備
自沈

0

0

10

20

N値

30

40

5

深度（m）

サブチャック

ロッド

GL

10

0

0

本打ち 打撃回数[回]
10
20
30
40
50

50
100

150
200

250

15

サンプラー

50

本打ち 貫入量[mm]

①
削孔

300
1m

350

20
⑨
⑩
⑪
⑫
⑬
⑭
⑮
⑯
予備打ち ハンマー ハンマー 予備打ち 本打ち ハンマー ハンマー 本打ち
開始
上昇 自由落下
完了
開始
上昇
自由落下 終了⑰
試料
回収

図-5 標準貫入試験グラフ表示画面
また、これらのデータは試験終了後に管理装置に保存され、保存されたデータはインターネットを介して遠隔地の PC に送信することができる。送信されたデータはソフトウェアを用いて確認することができる。
さらに PC

GL

以外の情報端末機器を使用して、遠隔地からリアルタイ
ムに標準貫入試験の状態を監視することも可能である。

1m
150mm
貫入

450mm
貫入

図-3 標準貫入試験フロー

５. まとめ
全自動ボーリングマシンに搭載する自動打撃装置を開

この試験フローは JIS 規格に準拠した試験方法であり、発し、JIS 規格に準拠した標準貫入試験手順で自動打撃・

アンビル接続後の⑦～⑯までのフローは全て自動で行う計測できることを確認した。これにより従来の標準貫入ことができる。⑭ハンマー上昇開始から、落下高さ760mm

試験に比べて、自動化による作業負荷の低減、自動計測・に到達後、⑮ハンマー自由落下して再びハンマーを掴む

記録によるデータの信頼性向上が確保できる。

までの打撃サイクル時間は9.3秒であった。

今回の開発においては、現 JIS 規格に準拠した標準貫入試験手順を採用したことで、試験開始後のアンビル接４. 計測システム
自動打撃装置を搭載した全自動ボーリングマシンでは標準貫入試験の計測値をマシンに搭載した管理装置でモ続は手作業でロッドにねじ込む必要があった。試験開始
から終了まで全工程を自動で行うためには試験手順やアンビル接続について見直す必要がある。

ニタリングすることができる。図-4に標準貫入試験モニ
ター画面を示す。モニター画面では、ロッド自沈量、ハンマー自沈量、予備打ちまでの貫入量、1打撃毎の貫入量、《引用・参考文献》

本打ち時100mm 毎の打撃回数、貫入量、累計の打撃回数、

1） 岩﨑公俊：技術伝承に関わる全地連の取り組み、地盤工

貫入量を表示することができる。
また計測データの1打撃
毎の貫入量と本打ち時の打撃回数は図-5に示すとおりグ
ラフで表示することが可能である。

学会誌、65-3、2017.3
2） 矢羽田祥貴・他：全自動ボーリングマシンの開発 － 制
御プログラムの動作確認試験について －、 全地連「技術フォーラム 2023」（横浜）、2023.9

【9【CO13】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

全自動ボーリングマシンの開発－

自動打撃計測装置を用いた標準貫入試験の実証実験について㈱ワイビーエム◯津留﨑一洋

奈須徹夫

矢羽田祥貴

川崎地質㈱

星野一永

原田克之

鵜飼康彦

㈱クリステンセン・マイカイ

宮本哲臣

松熊晋也

三枝佳美

1. はじめに－ウインチを用いて④インナーチューブを引き上げる。ウ

地質調査業界では、熟練オペレータの退職増加と新規インチを用いてロッド内に削孔深度まで⑤SPT サンプラ

入職者の減少が進んでおり、ボーリング技術伝承の問題ーを挿入し、地上部のチャックピースでロッドを保持すと将来のオペレータ不足が危惧されている

1)

。これらの

る。ロッドに貫入量計測治具を取り付けた後、チャック

問題解決を目標として全自動ボーリングマシンの開発を

ピースを開放し、⑥ロッド自沈量を計測する。チャック

行ってきた。全自動ボーリングマシンの普及に際して、ピースでロッドを拘束し、アンビルとロッドを接続後、標準貫入試験についても自動化が必要であるとの要望をチャックピースを開放し、⑦ハンマー自沈量を計測する。

受けて開発した自動打撃計測装置について実地盤で行っ⑧軽打撃による予備打ちで SPT ロッドを貫入する。ハンた実証試験結果を報告する。

マーの落下高さは、１打目は50mm とし、2打目以降のハンマー落下高さはロッド沈下量と残りの貫入量から自動

2. 全自動ボーリングマシンによる標準貫入試験方法計算される。削孔完了深度から150mm に達したら、ハンについて

マー落下高さを760mm として100mm ごと3層の⑨打撃貫入

図-1に自動記録装置を備えた従来型ボーリングマシン

を行い、打撃回数と１打ごとのロッド沈下量を計測し Nを図-2に自動打撃計測装置を搭載した全自動ボーリング値を求める。打撃貫入終了後、⑩SPT サンプラーを引きマシンを示す。従来型ボーリングマシンでは、所定深度抜き回収する。ここに、SPT サンプラーの外形51mm に対まで削孔後、地山が露出した調査孔に SPT サンプラーをしビット内径は71mm とし、ビットによる SPT サンプラー挿入して、プーリーを利用してハンマー打撃を行っていへの干渉低減を図った。

る。今回開発した全自動ボーリングマシンは、ワイヤー

上記に使用した SPT ツール、ロッドおよび試験手順はライン方式としたため、孔底はロッドで保護され、スラ

JIS A 1219：2023 3)。に準じており、打撃システムではイムの沈下堆積は抑制されており、試験孔底の状況は従

一部手作業も含むことになった。

来型の場合とは異なる。

図-1 自動記録装置を備えた 図-2 自動打撃計測装置を搭載した全自動
従来型ボーリングマシ
ボーリングマシン
ン 2)
図-3に自動打撃計測装置を搭載した全自動ボーリング
マシンによる標準貫入試験手順を示した。
ワイヤーライン方式を採用した全自動ボーリングマシ

図-3 自動打撃計測装置を搭載した全自動ボーリングマシン
による標準貫入試験手順

3. 現場試験

ンでは、インナーチューブを装着して所定深度まで①削実証試験は、佐賀県唐津市原の造成地にあるワイビー

孔する。その後、②コア切りによりロッドを50mm 上昇さ

エム社有地で実施した。当該地盤は一級河川松浦川の氾せ、削孔水圧送により、③孔底洗浄を行うとともに、孔濫原にあり、均質な砂地盤が厚く分布し、GL-15m 付近で内のスライム等を排出する。その後、ポンプを停止し、強風化花崗岩層に至る。図-4 に調査位置図を示す。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

スーパー地形（に加筆）

図-4 調査位置図 4)36

37 38 39 40 41
従来型

SPT 試験

00

図-5 試験位置図

図-6

N 値の比較

図-8 予備打ちにおけるロッド貫入量

実証実験では、比較参考のため従来型ボーリングマシ

GL-9m では、No.01 ではハンマー自沈時に 150mm を超ンによる標準貫入試験 1 孔（No.00）と今回開発した自過したため軽打撃は行っていないが、軽打撃を行った

動打撃装置で 3 孔（No.01～03）を実施した。試験位置

No.02、No.03 では予備打ち貫入長がそれぞれ、260mm

図を図-5 に示す。

（No.02）、339mm(No.03)と目標の 150mm を大きく超過し

図-6 に N 値の比較を示す。深度方向の N 値の分布傾向た。ハンマー自沈までの貫入量がそれぞれ 118mm（No.02）、

は全てのケースで類似している。ただし、全自動型の N 値

124mm（No.03）と目標の 150mm に近いにも関わらず、1 打に比べ、従来型の N 値は高く、この傾向は GL-2m 付近か

目の軽打撃の落下高さを 50mm と固定していたことによら全層にかけて見られる。

る。ハンマー自沈までの貫入量によって 1 打目の軽打撃

図-7 に従来型と全自動型の N 値の比較を示した。従来の落下高さを調整するプログラムが必要である。

型の N 値に比べ、全自動型の N 値は低い傾向があり、直線近似では、ｙ＝0.6571ｘの関係が得られた。打撃回数

4. まとめに依存することから、従来型では SPT サンプラー先端で「標準貫入試験方法」（JIS A 1219:2023）に準拠した

何らかの抵抗増加が発生している可能性が考えられる。

自動打撃計測装置を開発し、標準貫入試験を実施した。

全自動型で計測したロッド自沈、ハンマー自沈、軽打本装置では、ワイヤーライン工法を用いているため、撃といった予備打ちにおけるロッド貫入量を図-8 に示し

N 値に影響を与えるスライム等の孔底への沈下堆積は抑た。目標貫入量 150mm に対して、平均貫入量は、工程ご制され、洗浄によって孔底を清浄に保つことが可能であとにロッド沈下 58mm、ハンマー自沈 9mm、軽打撃 101mm、る。
現時点では限られたフィールドでの知見であるため、予備打ち貫入量 168mm となった。GL-9m のシルト質砂層

今後は多くのフィールドで実績を重ねて、様々な地盤でではロッド自沈量が大きく、土質の影響が反映されるも対応可能にすべく細部の見直しを引き続き行っていく。

のと考えられる。
《引用・参考文献》
1)岩﨑公俊：技術伝承に関わる全地連の取り組み、地盤工学会誌、65-3、2017.3
2)地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工学会、pp. 2963)日本産業標準調査会審議：標準貫入試験方法 JIS A
1219：2023,2023.5
4)杉本智彦：陰影起伏図,スーパー地形（最終閲覧日 2024
年 5 月 29 日）
図-7

従来型と全自動型の N 値の比較

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO14】

全自動ボーリングマシンの開発－

ワイヤーライン用固定ピストンサンプラーの開発㈱クリステンセン・マイカイ－◯宮本哲臣 松熊晋也 三枝佳美㈱ワイビーエム

奈須徹夫 矢羽田祥貴 坂本士光

川崎地質㈱星野一永 原田克之 鵜飼康彦

1. はじめにあるサンプリングチューブは外径63.5mm、内径59.5mm と地質調査業界では、熟練オペレータの退職増加と新規なった。

入職者の減少が進んでおり、ボーリング技術伝承の問題

全自動ボーリングマシンでは、自動化のため1m ごとにと将来のオペレータ不足が危惧されている。これらの問

削孔する形式をとってきた。したがって、サンプリング

題解決のため全自動ボーリングマシンに用いる軟弱地盤においてもサンプリング長を1m とするため、サンプリン

1)

削孔用ワイヤーラインツールスの開発を行ってきた 。
全自動ボーリングマシンを普及させていくためには固定ピストンサプラーが必要であるとの意見があり、ワイ

グチューブは、長さ1,114mm、採取長1,000mm とした。サンプリングチューブの諸元を表-1に示す。
表-1 サンプリングチューブの諸元

ヤーラインで用いる固定ピストンサンプラーを開発した。

2)

本報告では、現地盤での動作状況と、採取した粘性土について行った室内試験の結果について報告する。

2. ワイヤーライン用固定ピストンサンプラー
全自動ボーリングマシンの開発においては、ボーリン
グ削孔技術のうち、主に泥水管理を機械的に補完するこ

3. サンプリング試験とを目的としてワイヤーライン工法を採用した。したが今回開発したワイヤーライン用固定ピストンサンプラって、今回、開発した固定ピストンサンプラーもワイヤ

ーの動作確認を行うため、佐賀県唐津市原の造成地にあーライン工法で用いる形式をとった。図-1にワイヤーラるワイビーエム社有地でサンプリング試験を実施した。

イン用固定ピストンサンプラーの概要図を示す。

図-2に事前のボーリン
グ結果、図-3にサンプリン
グ試験位置を示す。当該地
盤は、一級河川松浦川の氾濫原に位置し、均質なゆるい砂質土が厚く分布している。
◆ 事前調査ボーリング● シンウォールサンプリング

図-1 ワイヤーライン用固定ピストンサンプラーの概要図
ワイヤーライン工法を用いたサンプリングでは、削孔時のコアバーレル外管およびワイヤーラインロッドは孔内に残置して、コアバーレル内管（サンプラー）のみを交換する。今回、開発した固定ピストンサンプラーもワ
イヤーラインロッド内に自由落下して先端に装着する方式をとった。したがって、サンプラーの固定方法は従来のコアバーレル内管と同じラッチ機構を採用した。

図-2 事前のボーリング結果

図-3 サンプリング試験位置

サンプリングチューブの押し出しは削孔用ポンプを利サンプリング深度については、事前のボーリング結果

用した水圧式サンプラーとして開発した。ポンプから圧から記事および N 値を参考に盛土直下の GL-1.6ｍ～2.6m送された削孔水が、サンプリングチューブヘッド部からの砂質シルトおよび GL-9.0m～10.0m のシルト質砂を採侵入してアッパーピストンが押し下げられ、アッパーピ

取することにした。また、No.8では、GL-8.0m～9.0m の砂ストンにネジ固定されたサンプリングチューブが地盤におよびシルト質砂についても追加した。

押し込まれる構造となっている。本サンプラーは、アウ

ワイヤーライン用固定ピストンサンプラーによるサンターチューブを含む三重管構造となるため、最も内側にプリング手順を図-4に示す。採取深度までノンコアツー

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
ルスによる①削孔完了後、スイベルを切断し、ウインチ

表-2 サンプリング加圧水圧と採取長を用いて②インナー引上げを行う。その後、今回開発した③サンプラーを投入し、④スイベルを接続する。削孔用ポンプを用いて送水・加圧することでサンプリングチ
ューブを地盤に貫入させ、⑤試料を採取する。サンプリ
ングチューブ伸長を確認した後、⑥スイベルを切断し、ウインチで⑦サンプラーを引上げる。全自動ボーリング
マシンは、ロータリー式のコア採取を目的として開発したことから、コア採取時の最適仕様でシステムおよび管図-5に採取深度ごとの一軸圧縮試験結果を示す。サン路の設定を行っていたため、送水圧のリミットは、ロー

プリングチューブの内径59.5mm に対して、供試体の直径

タリー式のコア採取と同じ0.6MPa で計画した。また、送は50mm、高さは100mm とした。

水量は10L/min を目安とした。

盛土直下の GL-1.6～2.6m では、１試料をのぞき、一軸
圧縮強さは、qu=55～65kN/m2、破壊ひずみは、6%程度であるが、明確なピークが見られない点では統一感がある。
下部の GL-9.0～10.0m については、一軸圧縮強さは平均 qu=47.42kN/m2、破壊ひずみは平均ε=2.72%でいずれの供試体もピークは明確であった。地層ごとには、概ね傾向が一致しており、試料採取による乱れの影響は明確には散見できなかった。

図-4 ワイヤーライン用固定ピストンサンプラーによるサンプリング手順
No.6、No.7とサンプリングを行ったが、いずれもサン
プリング後の加圧水の排出が確認できず、送水圧が0.6MPa に達したため、サンプリングチューブの伸長が不十分のままサンプリングを中断して、サンプラーを引き上げた。サンプリングチューブ伸長不十分の原因が、加圧水圧不足によるものか、砂質土の粒度組成等によるものか判別できなかった。したがって、加圧水のリミット
図-5 採取深度ごとの一軸圧縮試験結果を上げて確認することにし、No.8の GL-8.0～9.0m および GL-9.0～10.0m については、プログラム設定の変更および管路部材の一部を取り替えて、リミットを1.2MPa としてサンプリングを行った。
また、土質区分を明確にするため、採取した試料に対して粒度試験を実施した。

5. まとめワイヤーライン用固定ピストンサンプラーを開発して下記の知見を得た。
①サンプラーの採取深度への設置が自由落下による装着
およびウインチによる引き上げとなったことで、従来4. 採取試料の室内試験結果のロッドを使った方法に比べ、作業負荷が削減された。

表-2にサンプリング加圧水圧と採取長を列記した。粒

②サンプリングチューブの伸長については、今回試験を度試験からは、今回の採取試料は、一部を除けば、分類実施した地盤に対して加圧水圧が不十分であった。

上は砂質細粒土（FS）と細粒分質砂（SF）に区分される

今後、固定ピストンサンプラーに適した地盤で採取試

ものの、概ね、砂分が40～50％付近に集中しており、類験を行い、適正な加圧水圧を求める必要がある。

似した材料であると判断できる。
追加した No.8の GL-8.0③一軸圧縮試験を行った結果、試料採取による乱れの影～9.0m は10%以上の礫分が含まれる礫まじり細粒分質砂響は明確には散見できなかった。

（SF-G）に区分された。
加圧水圧を1.2MPa にした2ケースについて、貫入・採《引用・参考文献》

取長は礫分が多い GL-8.0～9.0m の100cm に対して礫分が1) 奈須徹夫・他：全自動ボーリングマシンの開発 ―ワイヤ

少ない GL-9.0～10.0では66cm であり、粒度分布によるーラインを用いた軟弱地盤の削孔について －, 全地連

貫入能力には明確な差異は見られなかった。今後、固定「技術フォーラム2020」Web，2020.9

ピストンサンプラーに適した地盤で採取試験を行い、適正な加圧水圧を求める必要がある。

2) 日本産業標準調査会審議：固定ピストンサンプラーによる土試料の採取方法 JIS A 1232,2023.3

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO15】

斜面傾斜コンソーシアム市場開拓 WG の活動報告
中央開発株式会社〇森

大器,傾斜センサーによる斜面監視モニタリングのマーケット開拓コンソーシアム

1. はじめに

課題，市場的課題，実績とした．

「傾斜センサーによる斜面監視モニタリングのマーケ

図-1に「IoT 傾斜センサーの解決すべき技術的課題」

ット開拓コンソーシアム」（以下，全地連傾斜センサーコについてのアンケート結果を示す（複数回答可）．およそ

ンソーシアム）は IoT 傾斜センサーによる斜面監視モニ

8割のメーカーが「管理基準値（閾値）の設定」の回答でタリングの認知度を高め，その潜在マーケットを開拓しあった．IoT 傾斜センサーには現在のところ公的に定めて普及を図ることで，社会の防災・減災に貢献することられた管理基準値がなく，業界として運用面での課題とを目的として令和 4 年 4 月に全国地質調査業協会連合会なっていることが明らかとなった．

が支援する新マーケット創出・提案型事業に採択され発

図-2に「IoT 傾斜センサーの有利な点（メリット）」に足した．本コンソーシアムは会員企業 15 社で構成されついてのアンケート結果を示す（複数回答可）
．どのメー

ている．

カーも安価であること，設置の容易さ，自由度を IoT 傾斜センサーの強みだと認識しているとわかった．

2. 全地連傾斜センサーコンソーシアムの活動
全地連傾斜センサーコンソーシアムでは，具体的な活動を，「技術開発ワーキンググループ（以下 WG）」と「市場開拓ワーキンググループ（以下 WG）」の2つの分科会に分かれて活動している1）．当初コンソーシアムの活動
期間は2年間の予定であったが，活動期間を1年間延長した．表-1にコンソーシアムの活動スケジュール1）を示す．
表-1 コンソーシアムの活動スケジュール1）

図-1 IoT 傾斜センサーメーカーのアンケート回答①

技術開発 WG では，IoT 傾斜センサーメーカーに対するアンケートによる実態調査や実証サイトにおけるモニ
タリングを実施している．
市場開拓 WG では，全国市町村の防災担当セクションに対してアンケート調査を実施し，関係省庁などへのヒ

図-2 IoT 傾斜センサーメーカーのアンケート回答②

アリングおよび意見交換会を行った．また，ポータルサ
イトを構築し，会員企業各社による IoT 傾斜センサーの事例紹介などの情報発信を行っている．

IoT 傾斜センサーメーカーに対するアンケート結果をまとめると，全体として高い回答率は特定の回答に集まる傾向がみられ，各社の IoT 傾斜センサーに対する認識

3． アンケート調査

や問題意識は共通していることが窺えた．

(1) IoT 傾斜センサーメーカーへのアンケート調査
IoT 傾斜センサーメーカーに対するアンケート調査は(2) 自治体へのアンケート調査

全地連傾斜センサーコンソーシアムに参画する IoT 傾斜

自治体に対するアンケート調査は，ニーズ把握や IoT

センサーメーカー7社とコンソーシアム外のメーカー5社

傾斜センサーの紹介・認知度の向上を目的として行った．

の計12社に回答を依頼した．アンケートの内容は IoT 傾

対象は市町村の防災担当セクション（777自治体）とし，斜センサーに関しての斜面モニタリングの契機，技術的

土砂災害特別警戒区域（いわゆるレッドゾーン）を保有

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
する全市町村から，県別に40％程度の区町村をランダム

知，IoT 傾斜センサーの現状と今後の展望などについて，に抜き出した．アンケートには IoT 傾斜センサーのモニ

ヒアリングおよび意見交換会を実施した．
対象者は7つのタリングについての概要も記載した．

省庁関連部署である．

IoT 傾斜センサーに関心があると回答した自治体へど

また，関連部署の担当者からの話題提供では，モニタのような点に関心があるかを問うた設問の結果を図-2にリングの現状や今後の IoT 傾斜センサーの適用可能性に示す．関心がある自治体では，災害情報の発信への活用

ついて情報提供を頂き，それについての議論を行った．

や避難の警告の発出などへの活用に高い関心があることがわかった．一方で，関心がないと回答した自治体の理由としては費用の不透明さや予算確保の難しさが挙げられた．

4． IoT 傾斜センサーの適用事例
全地連傾斜センサーコンソーシアムの HP2）上では会
員企業の IoT 傾斜センサーの仕様やその適用事例について掲載しており，本稿ではその一部を紹介する．
(1) 災害現場の安全監視
崩壊した国道に面する斜面において，モニタリングを実施し通行規制解放の基準として運用．
(2) 工事現場の安全監視
工事中の安全監視，労働災害防止を目的にモニタリン
グを実施．
(3) 鉄道沿線斜面の変状監視
鉄道沿線斜面の安定性を定量的に把握する目的で「斜図-3 自治体向けアンケートの回答の一例

面変位」と「体積含水率」のモニタリングを実施．
(4) 道路法面の変状監視

また、得られたアンケート結果から「A.IoT 傾斜センサ

国道沿いの道路法面にクラック等の変状が見られたたーの関心の有無」と「B.過去の被害の有無」と「C.地域

め，変状の進行を把握する目的でモニタリングを実施．

住民の土砂災害に対する意識」と「D.IoT 傾斜センサーに(5) 土砂災害警戒区域内でのモニタリング

よる斜面モニタリングにあたっての懸念事項や支障とな

土砂災害特別警戒区域（レッドゾーン）において，豪る事項」の4項目について、クロス集計をおこなった．図

雨時に斜面崩壊の危険が懸念されたためモニタリングを-3にクロス集計の結果の一例を示す．
クロス集計の結果、実施．

過去に土砂災害が発生した自治体や地域住民の土砂災害の意識が高い自治体では，IoT 傾斜センサーへの関心が

5． おわりに高いことが分かった．また，そういった自治体では IoT

全地連傾斜センサーコンソーシアムは IoT 傾斜センサ

傾斜センサーのモニタリングに対して，精度や設置箇所ーの普及を目的に活動し，今後も展示会参加や Web セミの選定、警戒判断などの基準が未確立であるという具体

ナーの開催，管理基準値の設定に向けての活動予定して的な懸念に関心があることが分かった．

いる．管理基準値が整備され IoT 傾斜センサーの認知度が向上し，普及することで防災・減災に寄与していくことが期待される．
《引用・参考文献》
1) 地質関連情報 WEB，新マーケット創出・提案型事業，
傾斜センサーによる斜面監視モニタリングのマーケ
ット開拓コンソーシアム報告書(最終閲覧日
2024.5.24)https://www.zenchiren.or.jp/market/p
df/R5con_report.pdf
2) 傾斜センサーによる斜面監視モニタリングのマーケ

図-4 クロス集計結果の一例

ット開拓コンソーシアム HP(最終閲覧日2024.5.24)，https://tiltsensorcon.com/(3) 関係省庁への働きかけ
関係省庁に対し，本コンソーシアムの存在・活動の認【9【CO16】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

斜面傾斜コンソーシアム技術開発 WG の活動報告（Iot 傾斜センサによる斜面の変形及び崩壊のプロセスの考察と新たな管理基準値の暫定案）
応用地質株式会社 〇谷川

正志，傾斜センサによる斜面監視モニタリングのマーケット開拓コンソーシアム

1. はじめに2022 年４月に設立した「傾斜センサによる斜面監視モ

次に，X 軸とＹ軸の合成角度により Iot 傾斜センサの変形ベクトルをオービットとして図-2に示す．

ニタリングのマーケット開拓コンソーシアム（以下、コンソーシアムとする）では，技術開発 WG として表層崩
壊やがけ崩れなどの斜面の変形および崩壊のデータが集積され参加した７社の内３社で崩壊を捉えた 1)．コンソーシアムを含む 200 万程度のデータの解析では，土壌雨量指数と角速度の相関性や，斜面の段階的な変形の特徴が鮮明となった．
本論文では，取得したデータに基づき、斜面変形が３つの段階に区分できる可能性を提示し，Iot
傾斜センサの角速度による管理基準値の暫定案を土壌雨量指数によるキキクル 2)と対比して提示するものである．

2. 土壌雨量指数と角速度の相関性と変形ベクトル
図-2 合成角度による変形ベクトルのオービット

日本各地で計測した200万程度の Iot 傾斜センサのデー

上図の変形ベクトルでは，下記の特徴が確認された．

タによる角速度と土壌雨量指数の相関を図-1に示す．

・初期の斜面変形では，変形ベクトルの軌跡がランダムである．
・斜面変形が進行した段階では変形ベクトルが一定の走向に収斂する．
・人工的な外力により Iot 傾斜センサが反応した場合は，上記の軌跡を逸脱する．

3.

Iot 傾斜センサによる斜面の変形の特徴
Iot 傾斜センサのデータを整理している過程で、下記の特徴的な斜面の変形があることを確認した．
1)

常時もしくは豪雨時や土壌雨量指数の相対的ピー
ク時に特徴的な変形を示さない．

2)

豪雨時や土壌雨量指数の相対的ピーク時に一時的に角速度0.02°/時間を超える斜面下方の変形を示すが，その後の無降雨時に斜面上方へと緩やかな角速度で変形が継続し、変形の累積的変形が小さい（図-3左図参照）．

図-1 斜面変形の角速度と土壌雨量指数との相関図

3)

豪雨時や土壌雨量指数の相対的ピーク時に一時的に角速度0.02°/時間を超える斜面下方の変形を示

上図の相関図から下記の特徴が確認された．
・角速度が0.02°/時間を超過すると継続的に変形が進し，その後の無降雨時でも0.02°/時間を下回る角

む場合は，角速度が加速的に大きくなる．

速度を継続しながら徐々にその速度が収束する．

・上記の角速度の変化は，降雨時の土壌雨量指数が高ま（図-3右図参照）．

る際に生じるが，必ずしも一律ではない．

4)3)の特徴的な変形が偏在化すると，わずかな降雨や・降雨が少ない場合でも角速度が0.1°/時間を超過した

小さな土壌雨量指数のピークでも敏感に反応し、変形は加速的に継続し，２つの事例で崩壊へ至った．

角速度0.02°/時間を超える斜面下方の変形が頻繁

・2022年９月19日の台風14号で確認された土壌雨量指数に発生する．無降雨時に角速度も3)の変形よりは早い角速度となる．

180の超過時には角速度が0.52°/時間に達したが崩壊には至っていない．

5)4)の特徴的な変形を繰り返す内，0.02°/時間を下全地連「技術フォーラム 2024」新潟
回らない角速度を継続し，かつ指数関数的に大きなどの誘因により一時的に変化するが徐々に回帰。図-2

くなる．無降雨もしくは少量の雨で0.1°/時間を上のオービットは不規則．

回る角速度に達したものは２つ事例共に確認され１次クリープ：図-4の塑性的な変形の段階である．降雨ているが、いずれも崩壊した（図-4参照）．

などの誘因による変化と平常変形を伴う．

angle

２次クリープ：１次クリープが顕在化した段階である．

angle※１次と２次は図-2のオービットは一定の走向を示す．
３次クリープ：変形が加速的に変化し崩壊へ至る．

５. Iot 傾斜センサの管理基準値の暫定案
time
弾性的な変形を繰り返す事例

time
塑性的な変形を繰り返す事例

図-3 Iot 傾斜センサによる特徴的な変形事例

Iot 傾斜センサによる実測値を踏まえ，土壌雨量指数による災害発生危険度をレベル分けしたキキクル2)と，Iot
傾斜センサによる角速度の変化を対比することで警戒レ
ベル管理基準値の暫定案を提示する（図-5,表-1参照）．

図-5 表層崩壊が発生した事例
表-1 Iot 傾斜センサによる警戒レベル管理基準値の暫定案
地表面の計測データとキキクル２）の危険度レベルとの対比表

図-4 表層崩壊が発生した事例

４. 変形および崩壊のプロセスの考察
Iot 傾斜センサによる変形と崩壊のデータに基づき，斜面の変形および崩壊のプロセスを整理した（図-5参照）．

５. 今後の課題と展望
本発表では，全国の200万程度の Iot 傾斜センサのデー
タの整理による斜面の変形及び崩壊のプロセスの考察と新たな管理基準値の暫定案を提言したものである．
今後は，地質や土質、斜面傾斜角度などの要因別の Iot
傾斜センサの相関や，その理論的な裏付けを検討したいと考えている．
《引用・参考文献》
1) 八木雅，全地連斜面傾斜コンソーシアム（2023）：傾斜センサーによる斜面監視モニタリングのマーケッ
ト開拓コンソーシアムの活動報告(IoT 傾斜センサー
図-5 Iot 傾斜センサによる変形と崩壊のプロセス図
上図のクリープの特徴とクリープレベル区分は，下記のように考察している．
０次クリープ：図-4の弾性的な変形の段階である．降雨が捉えた表層崩壊事例と管理基準値の設定に向けた考察),全地連技術フォーラム2023論文集,論文 CO88.
2) 気象庁（HP,2024.5.15閲覧）：キキクル（警報の危険度分布），https://www.jma.go.jp/jma/kishou/know/
bosai/riskmap.html

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO17】

活動中の地すべりにおける高精度ＧＮＳＳ衛星測位技術の有効活用事例-地上観測値との比較による有効性の検討ニタコンサルタント(株)

〇虎尾

魁人，橋本

昌夫，新野

国際航業(株)

１. はじめに

飯島

裕明
功一郎

動杭観測は，現地で手動による観測のためリアルタイム

近年，GNSS（全地球測位衛星システム）を用いた「斜性に欠ける上，地すべりなどの災害リスクに巻き込まれ面の変位や構造物の維持管理」などの変位モニタリング

る危険性も考えられる．そこで，3次元で高精度な自動観の進歩がめざましい．利点として，変位を mm 単位の高測ができる可能性のある GNSS に着目し，当地区で観測精度かつ 3 次元で捉えることができる他，計測結果を遠を開始したところである．

隔地でもリアルタイムで閲覧することができる．そこで活動中の地すべり地区に活用し変位量の把握を試みた．

４. 活用した機器およびシステムの概要

また当地区は，移動杭観測を実施しており，GNSS 観測値（1）GNSS 計測機器との比較により，その有効性の検討について報告する．

項目

性能

受信信号

GPSL1C/A 12ch

動作温度-20～60℃

防水性能

IPX5

よび段差等がみられる他，斜面中位では地すべりで形成

データ取得
間隔

30 秒

された緩斜面地帯が存在している．

解析間隔

1 時間

計測誤差

XY:±2mm
Z:±3～4mm

２. 対象地の地形・地質と地すべり概要
調査地の有瀬地区は活動中の地すべり地であり，斜面
は地すべり地特有の複雑な形態を示している．斜面の上位には旧滑落崖と考えられる馬蹄形を呈した凹状地形お地質は，中央構造線直下の三波川帯の結晶片岩で主として泥質片岩と塩基性片岩の互層となっている（図-1）．
本事例箇所の地すべりブロックは，年間 10 ㎝程度の変位が確認され，地すべり変動が顕著であることから，
一般車両の立ち入りが制限されている．

図-2 GNSS 計測機の概要図（2）GNSS 計測システムの精度
GNSS 計測では，衛星配置や上空視通，基線長，気象条
件，マルチパス等の様々な誤差要因のため計測値がばらつき，通常の基線解析のみでは，最も高精度なスタティ
ック計測でも幅数 mm～10 数 mm の帯状に分布する（図

対象地

-3）
．そこで，今回採用した GNSS 計測システムでは，時系列統計解析
（トレンドモデル）による誤差処理を行い，誤差成分 Wn を分離・除去し，真の変位 Un を求めることで mm 単位の計測精度を可能としている．

図-1 四国の地質区分図 1)

Δｋ uｎ=ｖｎ（システム方程式）
ｙｎ= uｎ+ｗｎ（観測方程式）
ｙｎ：実際の計測変位
ｗｎ：観測ノイズ（平均値 0，標準偏差の σ の正規分布）
vｎ：システムノイズ（平均値 0，標準偏差の σ の正規分布）
uｎ：真の変位（トレンド）Δｋ：k 階の時間差分演算子

３. 現況の監視体制について
当地区は，幹線道路から離れた山間地で連続250mm の
累積降雨で通行止めとなり，現地計測が遅延してしまう．

図-3 観測変位グラフ図 2)（3）監視連絡体制

そのため，地すべり変位をリアルタイムで把握するため

GNSS 計測結果は，監視センターで 24 時間監視されてに，遠隔監視システムによる自動観測化の体制が構築さおり，管理基準値を超える異常な変位が発生した場合にれている．現在多用されている自動観測機器の地盤伸縮

は警報を発令し，監視センターから管理者に通報される計，固定型傾斜計等は，2次元の変位量である．一方，移システムが組まれている．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
５. 移動杭観測と GNSS 観測の比較（1）観測位置
移動杭観測の位置は，ブロック頭部および中央部に横断する道路に計20箇所設置している．一方，GNSS 機器は，上空からの見通しが良い箇所を選定してブロック内に計4箇所設置している（図-4）．また，基準点である GNSS 回線集約
機は，堅固な地盤で，計測点から1㎞以内のブロック外の図-5 三次元変位変動図

写真-1 GNSS 回線集約機

582.11

578.25582.
573.79577.17562.64566.10570.80574.37566.26575.21570.09573.53573.12575.13

観測値を比較した結果，GNSS と移動杭の変動量については，降雨による変位の増加を記録しており，降雨との565

相関性を捉えられている．移動方向については，主測線

0565.87570

560

561.14565.77

45
φ
ト
ー
ゲ
ル
コ

582.08581.77582.12578.16579.18580.39581.81

579.49580.56577.70577.38574.92

６. 考察

K-1

方向に変位しており，移動杭の変位方向と GNSS の変位

556.65559.46585.47570.86570

555

564.17565

568.34544.21

532.10525.97575

40cm

568.02538.15565.47553.29533.64544.77545

526.37

AS

T-10573.05

572.89KBM.2

568.56

0539.42

No.3
No.2
No.1

55

KBM.B

0m 10m 20m 30m 40m

554.30540.58545.83555

562.73546.04

GNSS回線集約機(K-1)

575.15567.07579.60560.78

Co

574.61

AS

558.43GNSS機器(G-1～G-4)

553.17

AS

576.40

移動杭(No.1～No.20)

HPφ
600

556.61

585

CO

凡 例

567.15T.N

M.N

577.89567.96570.74

コンクリート擁壁の天端に設置している（写真-1）．

方向は概ね一致している．GNSS と移動杭の変位量の差

550

BOX 2000*2000

528.22547.53551.53544.10538.26526.6052534.60

525

CO

AS

516.78486.96494.65484.41478.23性を確認した．

522.82509.95516.06No.15

497.30471.80No.14

524.43

51
0

No.13

518.94522.73ても数 mm 程度の差異であるため，GNSS 観測機器の有効φ300

540.64T-12
521.58529.96526.84501.11511.71CO

520.15517.64AS

538.03AS

518.47519.91535

530

528.51506.10525.60AS

517.91

5483.27519.46533.56540

530.78529.77527.60514.02501.97502.73

７. 今後の課題

463.61477.84

フト
ンカ
コ

490

G-2

459.07

495

500

505

505.47

当地区に GNSS 観測機器を設置する際，上空からの見485

C494.09

No.12

No.11

5
44

482.574700
45478.06496.33510512.55AS

485

494.68509.93

490

KBM.A

5

475

511.81

CO
497.43478.35519.01545

545.82

540.15507.6351

500

R

位傾向と変位方向は類似している．また，変位差につい

49

480

No.9
No.10

460

455

457.23

G-3

No.16

No.19

No.18

520

0

51 6.00

5 2 0 . 7 3 52

516.49515.04523.64518.96512.15514.12516.88510467.63514.41523.04535.5955532.61521.320550.36550.68516.04506.04491.12481.79520.71524.02513.18

No.7
No.8

525

5

517.88521.73516.37

520

51

No.6

5
46

455.70

これらの結果より，観測期間が数カ月と短いものの変

No.20

No.17

No.5

G-4

446.4151

5H6.9排水ボーリング

540

499.29550

No.4

約5mm の差異があった．

520

0
555
515

510

500

は，地すべり変動が顕著な頭部で15mm，その他の箇所で

560

553.89535.30524.26525

512.40545

540

546.10530

561.54543.58562.21

T-11

AS

552.91558.18535

G-1

通しが良い箇所の選定を行ったが，G-2の斜面周辺には杉

0
48
5
47
0
47
465

図-4 観測機器設置平面図（2）観測結果が植生されており，上空視界の問題で観測データにばら
つきがみられる他，太陽光パネルによる機器の充電不足
により，観測データが一時的に欠測する障害が発生した．

GNSS 観測は，令和6年2月に GNSS 機器を設置して開始

これらのトラブルを防ぐため，障害物除去や設置箇所のした．一方の移動杭観測は，平成30年に移動杭を設置し再検討を含めた，計測環境の改善に努めたいと考える．

て開始した．ここで，同時期の GNSS と移動杭の変位量（X，Y，Z の3次元合成変位量）を比較した．

８. 展望① 地 す べ り ブ ロ ッ ク 頭 部 に 設 置 し た G-1 で 41.11mm

今回の結果より，地すべり地における GNSS 観測の有効（0.5mm/日）の累積変位があり，近傍の移動杭 No.1で性が認められたため，手動による移動杭観測にかわる機

25.37mm（0.3mm/日）の累積変位を捉えている．観測デ器として，GNSS による自動観測化の体制を構築し，災害

ータにばらつきはほとんど見られず，一定方向の顕著

リスクの低減や DX 化に対応していきたい．

な変位を捉えた．しかし，変位量の差は約15mm であり，
ブロック頭部の差異はやや大きかった．
②地すべりブロック内に設置した G-2～4で11.03mm～《引用・参考文献》
1) 四国地方土木地質解説書「四国地方土木地質図編纂

16.38mm（約0.2mm/日）の累積変位があり，近傍の移動委員会（1998.3）」（財団法人 国土開発技術センター）

杭 No.6,11,16で8.76mm～15.43mm（約0.2mm/日）の累

2) NETIS 登録技術:KT-190078-A「shamen-net 計測情報

積変位を捉えている．観測データに多少のばらつきが

提供サービス」（国際航業株式会社）

見られるが，概ね明瞭な変位を捉えている．変位量のhttps://www.shamen-net.com/index.html

差は約0.5mm であり，差異は比較的小さかった．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO18】

BIM/CIM とビジュアルプログラミングを用いた地すべり対策工の半自動設計と業務効率化
応用地質株式会社

〇阿部

淳一，田中

康博

1. はじめにる 。 本 プ ロ グ ラ ム の 構 築 に は 、 Robert McNeel &(1) 調査設計業務における BIM/CIM の課題点

Associates 開発の Rhinoceros のビジュアルプログラミ

2023 年からの国土交通省の直轄事業における BIM/CIM

ングツールである「grasshopper」を使用した。

原則化により、調査業務でも CIM 適用業務の発注が広がり始めた。しかし、CIM 活用は、モデル作成や可視化の観点にとどまっており、より高度化させた設計への CIM
適用化が求められている。しかし、現状では、受注業務の中で担当者が可視化以外への CIM 活用を提案する流れは乏しく、設計への CIM 活用は普及しきっていない。その背景として、三次元モデル作成技術の習得は、時間と図-2 半自動設計システムの概要

費用がかかるものという考えが担当者に浸透していることがあげられる。

3. 半自動設計システムを用いた概略設計(1) 横ボーリング工・集水井の半自動設計システムの概要
横ボーリング工と集水井の半自動設計システムの概要
を図-3に示す。半自動設計システムは、誰もが簡単に扱うことができるという点に重点を置いて構築し、モデル生成のトリガーは点要素とし、構造物の以下の制御項目
をパラメータバーで可変式として設定した。
・集水井：井筒径、井筒延長
・横ボーリング工：吞口深度・位置、伸長方向、孔径、延長、本数、開きの角度、仰角

図-1

BIM/CIM のイメージと課題点

集水井のモデルは、技術者が設定した点を天端位置として自動生成され、点の移動に伴いモデルもリアルタイ(2) 地すべり対策工における二次元設計の課題点

ムで移動する。集水井モデルは、必要に応じて表示・非

地すべり対策工の選定において、横ボーリング工や集表示が可能で、横ボーリング工のみの概略設計にも転用

水井は最も採用される工法であり、その概略設計のほと可能なものとした。上記に示した制御項目についても個

んどが、これまで二次元で行われてきた。しかし、二次

別にパラメータバーが設定されており、それを用いて入元での概略検討は、既設構造物や対策工との干渉が不明

力値を制御し、モデルをリアルタイムで変化させること瞭なこと、対策工の打設位置が変更となった際に生じるが可能である（図-4）。

手直しの時間的コストや労力が大きいことといった課題があり、以前より品質の向上・高度化、業務効率化が求められてきた。
本稿では、上記(1)(2)の課題解決のために、BIM/CIM とビジュアルプログラミングを使用して開発した半自動設計システムを紹介するとともに、それを活用した横ボー
リング工と集水井の三次元での概略設計の例を紹介する。

2. 半自動設計システムの概要
半自動設計システムの概要を図-2に示す。半自動設計

図-3 横ボーリング工、集水井の半自動設計プログラムのシステムとは、ビジュアルプログラミング言語によって

概要

構造物のモデル化工程をプログラム化し、構造物の寸法や角度などの属性情報を入力するだけで、パラメトリッ
クモデリングによりモデルを自動生成するシステムであ全地連「技術フォーラム 2024」新潟ュニケーションツールとして運用することで、施工イメ
ージ、完成イメージを共有し、計画の手戻り防止対策の点にも有効に働く。前述のとおりプログラムの開発は、誰もが簡単に扱えるということに重点を置いている。それは、システムを開発することが目的ではなく、社内に
BIM/CIM を水平展開することが目的だからである。経験が浅く対策工の完成イメージを想像しづらい若手技術者の支援にも本システムは活躍が期待できる。CIM を若手
技術者の支援ツールとして活用することは、設計に限ら
図-4 パラメータの制御状況

ず地質調査・計画においても同じであり、今まで熟練した技術者が考案していたことが、若手技術者が CIM を活(2) BIM/CIM と半自動設計システムによる概略設計
すべり面と調査時の地下水位、既設対策工の鉄筋挿入用することで対応可能範囲が広がれば、生産性向上へつながることは間違いないと考える。

工が BIM/CIM に反映されている例をもとに活用方法を紹

５. まとめ介する。
例えば、横ボーリング工の概略設計をする場合、ボービジュアルプログラミング言語を用いた半自動設計プ

リング打設位置を点要素としてプログラムにセットし、ログラムの地すべり対策工の設計での活用は、業務効率

モデルを生成する。その後、横ボーリング工の伸長方向

化や品質の向上に貢献することが検証できた。

や本数、角度などをパラメータ操作で変化させ、設計条

BIM/CIM を若手技術者の支援ツールとして活用するこ件をモデル上で確定する。モデル上に地下水位面や既設とで、調査・設計問わず、多様な場で業務効率化・生産

構造物を反映させておくことで、二次元では確認が困難

性向上につながることが期待される。

であった各孔の地下水位との関係や既設構造物との干渉状況が可視化できるため、より効果的で高品質な対策工

６. 今後の展開の概略設計となる。また、すべり面をモデルに反映させ

横ボーリング工・集水井の半自動設計プログラムの活ることで、各孔の有効長が把握できるため、二次元では用事例を増やすととともに、地すべり対策工の排土工・一律で同延長としていたボーリング延長を孔ごとに設計

杭工の半自動設計プログラムも業務に導入し、活用事例

でき、過大・過小設計の防止や工費削減につながる（図を増やす（図-6）。また、三次元すべり面の作成支援シス-5）。仮に提示した設計計画案に変更が生じた場合でも、テムの開発を推進し、調査・計画業務での CIM 活用事例

二次元設計では平面図と断面図を作成する工程まで戻るを増やす（図-7）。

ため、時間的コストや労力への負担が大きかったが、BIM/CIM と半自動設計プログラムを利用することで、打BIM/CIM を通じて業務全体に付加価値を生み出す基盤を構築することを目指している。

合せをしながらでも再設計や図面作成を容易に行うことが可能である。

図-6 排土工の半自動設計プログラム

図-5 概略設計時のモデル画面状況

４. BIM/CIM 活用による業務効率化と生産性向上
地すべり対策工の概略設計での CIM 活用は、業務効率化と生産性向上に明らかに貢献している。それは、デス
ク作業の点にとどまらず、設計思想を三次元モデル上にリアルタイムで表示できる点を活用して関係者間のコミ

図-7 すべり面の作成支援ツール

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO19】

地表面の起伏に沿って屈曲配置可能な地盤伸縮計の事例
大日本ダイヤコンサルタント株式会社，○渡邉

1. はじめに

頼和、篠原良彰

従来の地盤伸縮計では、低木などを伐採した上で地表

地盤伸縮計は、主として地すべりの移動状況の把握を面の亀裂や段差の跨ぐように一直線に設置する。しかし目的に、地表面に入った亀裂や段差を挟むように設置し、伐採にかなりの時間を要することや動物の影響も十分に

インバー線の伸縮量を経時的に測定する。しかし、季節考慮する必要があった。さらに冬季には積雪により現場変化による動植物の接触や積雪地域ではインバー線の保まで向かうことが困難になることから、大掛かりな雪囲

護管が雪の重みで歪むといった事例から従来の地盤伸縮いを行い、冬季における積雪の影響を最小限に低減しな計には設置環境によって観測データの信頼性が左右されければならなかった。

る可能性が大きい欠点があった。
本稿では、地表面の起伏に沿って埋設することで動植以上のように従来の地盤伸縮計では、動植物の影響や設置時及び冬季のメンテナンスの困難さが大きな課題と物との接触や積雪に対する保護が不要な地盤伸縮計の事なっていた。

例について述べる。

(2) 地表面の起伏に沿って屈曲配置可能な地盤伸縮計
そこで本業務ではインバー線ではなく、伸縮計用に開一般的な地盤伸縮計の設置状況と観測原理発された炭素繊維複合材ケーブル1)（以下、伸縮計用カー

地盤伸縮計は、主として地すべりの移動状況を把握す

ボンケーブルと呼称）を使用した伸縮計を採用した。伸るために使用される。地すべりの活動が活発化し、地表

縮計用カーボンケーブルをガイド管と呼ばれる塩ビ管面に入った亀裂や段差などが生じた場合、それを挟むよ（VP13）に挿入し、2地点間を地形に這わせるように設置

うに設置し、時間経過とともに変化する亀裂の拡大や地した（図-2）。

2.

すべりの移動状況を観測する。そのため、従来の地盤伸縮計の設置では、
不動土塊側と地すべり土塊側の2地点を直線に、かつ緩みなくインバー線で結んでおり、移動土
塊側が滑動しインバー線が引っ張られることにより、微
小な地滑りの挙動として捉えることができる。

3.

本業務で採用した地盤伸縮計の事例紹介(1) 伸縮計設置の経緯及び設置に関する問題点
本業務では、新潟県山岳部で計画されている国道改修事業に伴うトンネル工事で、坑口斜面に存在する地すべ

図-2 フレキシブル伸縮計と従来型伸縮計の違い1)りの活動と保全対象への影響を監視する目的で伸縮計を設置し、観測を行った。

伸縮計用カーボンケーブルは、弾性係数がピアノ線の

今回、地盤伸縮計を設置した新潟県山岳部では、冬季1.7倍と従来のインバー線と比較して高強度かつ耐食性の積雪が月別平年値で2m を超える月があるほどの積雪に優れているため、ガイド管内でスムーズに伸縮でき、地域であり、設置箇所は山林に囲まれた低木などが繁茂

ガイド管を屈曲させても地すべりの挙動を正確に捉えるする箇所であった（図-1）。

ことができる。さらに、線膨張係数においても従来のインバー線の半分と外気温変化の影響を低減できる。
表-1 伸縮計用カーボンケーブルの仕様1)

図-1 地盤伸縮計設置箇所

また変位センサーは従来の地盤伸縮計が計測器の分解（赤破線：ガイド管、赤四角：起点及び終点）

能が0.1㎜である2)のに対して、分解能0.03㎜と高分解能

全地連「技術フォーラム 2024」新潟を有する磁気歪式変位センサー 1)を使用している。そし割れ管に直射日光が当たることで管内部の温度も上昇して樹脂製の半割れ管をガイド管に被せることにより、動た可能性が考えられる。そのため、検討した低減対策と物からの被害を防止できるほか、雪に埋もれても観測をして、①伸縮計用カーボンケーブル及びガイド管の埋設行えるため、大掛かりな積雪対策を行う必要がなく、冬と②不動土塊側の変位センサー部及びガイド管に日よけ

季のメンテナンスにかかる作業を削減できる。
（図-3）。

カバーの設置の2つの対策を行った。当初設置した際は、地形に這わせるようにガイド管を地表面に設置したが、気温変化の影響を低減するため GL-0.3ｍまで掘削し、ガイド管を土砂で埋設した（図-5）。

図-3 半割れ管の設置状況
図-5 ガイド管埋設（低減対策①）の状況

４. 現状の課題と今後の展望
本伸縮計での観測を令和6年1月17日から開始したとこ

さらに変位センサー付近の影響を低減するため、不動ろ、3月24日ごろより累積変位量に増加傾向が認められた土塊側の変位センサー及びガイド管に日よけカバーを設（図-4）。その後、累積変位量が横ばいであるにも関わら

置した。

ず、
昼間の気温上昇時にのみ増加する傾向が認められた。
33

10

累積変位量
(mm)

9
8

気温(℃）

7

これら気温の影響低減対策により、日周期の変動は最大±0.1㎜程度に抑えたうえで、現在監視を継続してい30る。ただし依然として日周期の変動を示しており、今後

27

気温の上昇に伴う変動が大きくなった場合には、改めて

24低減対策を行う必要があると考える。

5

18

4

15

3

12

2

9

1

6

0

3

-1

0

考えられる。そのため積雪などの地域性や設置場所の状-3況に対応できる本事例は、非常に有効な手法であったと

-2

3/3

3/8

3/13

3/18

3/23

3/28

4/2

4/7

4/12

月日

図-4 L1伸縮計の変位量及び気温変化3)（出力期間：令和6年3月3日～4月12日）
これは設置した伸縮計用カーボンケーブル及び変位セ

気温（℃；気象庁観測所）

21

変位量（ｍｍ）

6

５. おわりに
本業務における地すべり観測は、従来の地盤伸縮計では多くの問題点があり、伸縮計の設置時から観測中のメンテナンスまで多くの作業時間とコストを要していたと考えられる。
今後は、本事例で新たに浮上した課題に対し、現場状況に応じた対策を立て、さらなる効率化に努めたい。
《引用・参考文献》

ンサーが融雪後の気温上昇に伴い、昼夜の気温変化の影

1) 株式会社 興和：フレキシブル伸縮計,

響を受けている可能性が考えられた。
4月4日～8日の期間

https://www.kowa-net.co.jp/wp-

では、変位量に連続的な増加傾向が認められ、累積性を

content/uploads/1276/06extensometer.pdf

有する特徴を示したことからトンネル施工の影響を捉え

2) 株 式 会 社 オ サ シ ・ テ ク ノ ス ： 伸 縮 計 SLG-100,ている可能性が考えられるが、変位量の推移が気温変化

https://www.osasi.co.jp/support/pdf/spec/spec_の影響を受けてしまっており、本来の地すべりの活動状

slg_100.pdf

況を正確に捉えるために、気温による影響低減対策が新
たな課題となった。
地盤伸縮計の設置場所は融雪後、日当たりが良く、半3) 気象庁アメダスより (最終閲覧日2024.5.19),
https://www.data.jma.go.jp/obd/stats/etrn/inde
x.php

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO20】

傾斜センサを用いた斜面崩壊監視における崩壊時刻予測に与える要因の考察
応用地質株式会社〇矢部

防災科学技術研究所

酒井1. はじめに
近年豪雨による土砂災害は，
降雨量の増加も相まって，現代社会における人間生活へのインパクトは今後大きく

満，根本

雅夫，石川

貴規，森川

倫人

直樹

内に組み込んでいる.ロガー機能もセンサと同一箇所に組み込んでおり，深度0～1ｍ付近の気温の影響を極力排除した平均的な斜面変動を傾斜量として把握できる．

なる可能性が高い．特に，土砂災害防止法で対象となっ

傾斜センサ設置位置は，その位置が崩壊時刻予測に与ている 3 種類の土砂災害の一つ“急傾斜地の崩壊”は，える影響を確認するため，
図-1に示す3測線上でそれぞれ他の災害に比べて対象箇所数が格段に多く，人口が集中

法肩，法中央，法尻の3箇所，合計9箇所とした．また，した都市部にもその警戒区域が数多く分布していること

測定間隔は1分毎とし，データ整理は10分毎で行った.

から，今後その発生による影響拡大が懸念される．
この急傾斜地崩壊を各種センサにより早期検知し，崩壊発生前に安全な場所に退避する取り組みは，近年のIoT，デジタル通信技術の進展も手伝って加速している 1)．
それらのうち傾斜センサはコンパクトさ、設置のしやす
さから，利用例も増えている．一方で，現象が他の土砂災害に比べて急速に発生する斜面崩壊は，素因としての地形・地質の多様性、不均一性や誘因としての降雨の空間分布特性の影響を複雑に受け，退避の目安となる管理
基準値設定を一律に扱うことは現状難しいとされてきた．
この件に関する系統的な研究も現状少ないといえる．
本研究では，上述の課題を踏まえ，豪雨時の斜面の表
図-1 実物大盛土の諸元と傾斜センサ設置位置
100

信頼性の高い崩壊時刻の予測手法の確立，管理基準値設

80

定を最終目標とした．本報文では，その成果に影響を与える要因について，実物大盛土を利用した人工降雨実験
により斜面崩壊を再現して得られた知見を報告する．

時間雨量(mm)

適用するとともに，リアルタイム観測データに基づき，

400

時間雨量
累積雨量

斜面崩壊15:26

320

60

240

40

160

20

80
※降雨開始はいずれも11:00

0

累積雨量(mm)

層崩壊を対象とし，高分解能の傾斜センサを急傾斜地に

0

2. 実物大盛土による降雨実験について
豪雨による急傾斜地の崩壊を再現し，斜面に設置した傾斜センサによる測定データから，崩壊時刻予測や管理

図-2 実験で与えた降雨条件

基準値設定に与える要因を把握するため，防災科学技術研究所が保有する大型降雨実験施設を利用した実物大盛

3. 実験結果について

土斜面を対象とした降雨実験を行った．図-1に実物大盛図-2に示すように，降雨条件は，事前降雨（時間雨量

土の諸元と傾斜センサ設置状況を示す．また，図-2に実25～30mm，累積雨量124mm）の後，1日間を空けて本降雨験で与えた降雨条件を示す．

（時間雨量約50mm）をとした．斜面崩壊は，本降雨開始後

傾斜センサを設置した盛土斜面勾配は1:1.2（約40度）、

4時間26分後，累積雨量195mm（土壌雨量指数196）に達し

その材質は，筑波山麓周辺で採取した砂混じりローム質

た時点で発生した．図-3は，斜面正面から見た崩壊状況

土を主体した建設発生土の混合土である．盛土はバックのスケッチ図である．斜面中央（測線 B）から斜面右（測ホウによる盛り立て，転圧，法面整形で築造した．均質線 C）側にかけては概ね均一にすべり破壊が起きており，な築造を心掛けたが，厳密な締固め管理は行わなかった．

崩壊側部の非崩壊部分との境界が明確となっている．一

盛土は，築造後約1年屋外に放置後に実験に供した．

方で斜面左（測線 A）側は，崩壊側部の非崩壊部分との適用した傾斜センサは，2 軸の加速度センサ（傾斜分
解能0.001度,測定範囲±30度）を長さ約1ｍのロッド先端

境界が明確ではないことが分かる．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
センサ設置位置の崩壊時刻予測に与える影響を確認するための“尺度”として，本研究では2つの値を便宜的に利用した．そして，各尺度に対する観測値超過時刻から崩壊発生時刻までを“崩壊余裕時間”として整理した．整理結果を表-1に示す．
表-1 センサ設置位置と崩壊余裕時間
図-3 崩壊後の斜面スケッチ図
図-4は，3測線の法肩，法中央，法尻に設置した傾斜セ
ンサの累積傾斜角（斜面方向）の経時変化図である．グ

傾斜角速度
の超過尺度

測線A

測線B

測線C

A-1（法肩）B-1（法肩）C-1（法肩）0,02°/hour

12:20

186

11:50

216

14:10

76

0,1°/hour

15:10

16

15:00

26

14:50

36

ラフでプラス方向の変化は法尻方向の変位モード，マイナスはその逆で法肩方向に転倒するような変位モードを示している．いずれの経時変化も土のクリープ的な挙動

超過時刻/崩壊余裕時間（分） ※崩壊時刻15:26

A-2（法中央）

B-2（法中央）

0,02°/hour

11:50

216

13:30

116

13:40

106

0,1°/hour

15:10

16

15:00

26

15:00

26

A-3（法尻）C-2（法中央）

B-3（法尻）C-3（法尻）を示している．ここで特徴的なのは，崩壊が比較的均一

0,02°/hour

13:00

146

11:40

226

12:00

206

なすべりとして現れている測線 B および C では，法中央

0,1°/hour

15:20

6

13:50

96

14:00

86

のセンサが法肩方向の変位モード，法肩と法尻は崩壊直センサ設置位置と 2 つの尺度による余裕時間を比較し前までは法尻方向の変位モードであることである．
一方，た結果，すべりが一様でなかった測線 A を除き，法尻が非崩壊部分との境界が明瞭でない測線 A については，3

他の場所に比べて各尺度に対する観測値超過が早期発現

箇所のデータはいずれも転倒モードであった．この崩壊しやすい．このことは，斜面法尻で傾斜観測を行えば，の不均一性やセンサ設置位置がどのように崩壊時刻予測

崩壊に対して比較的余裕を持った警戒避難行動が可能にに影響するかを次章で考察する．

なることを示唆するといえる．一方，設置位置毎で異な

2.0

A-1(法肩）A-2(法中央）
A-3(法尻）1.0

累積傾斜角（度）

斜面崩壊15:26

降雨開始11:00

0.0

0.02°/hour 超過後の余裕時間は最短でも C-1（法肩）の76 分であり，この時を起点とした警戒避難行動は時間的に十分可能であるといえる．この場合，今回使用した高-1.0

分解能の傾斜センサの使用に限るが，警戒避難行動の端

-2.0
2.0

B-1(法肩）B-2(法中央）
B-3(法尻）1.0

緒としての崩壊前兆現象の判定基準値＝0.02°/hour は妥当な数字であるといえる．菅原 2)は傾斜角速度値から0.0の崩壊余裕時間の定式化も行っており，この式からの崩-1.0

壊時刻予測も期待できる．
しかし，一連の妥当性評価は，

-2.0
2.0

累積傾斜角（度）

累積傾斜角（度）る変位モードに応じ 崩壊余裕時間の違いはあるが，センサ設置位置や降雨条件などの他要因の影響確認など，
C-1(法肩）C-2(法中央）C-3(法尻）1.0

今後の課題といえる．

0.0

5. まとめ-1.0

本報文では，センサ設置位置が崩壊時刻予測に与える-2.0

影響について，実物大盛土斜面の降雨実験結果より，崩壊余裕時間の比較により調べた結果を示した．今後，本図-4 各測線の傾斜センサの累積傾斜角経時変化

関連技術を防災目的に広く社会実装していくために，自然斜面についても同じ観点で調べたい．

4. センサ設置箇所が崩壊時刻予測に与える影響について《引用・参考文献》

2)

菅原 は，国内外の傾斜センサのデータを整理し，傾斜1)傾斜センサーによる斜面監視モニタリングのマーケッ角速度から斜面安定度の判定基準を提唱している．このト開拓コンソーシアム（2023）:全地連 新マーケット

うち．
「厳重警戒，崩壊覚悟」から「緊急避難」への対応

創出・提案型事業 傾斜センサーによる斜面監視モニ

レベルの判定基準の値を10-2rad/day（≒0.02°/hour）とタリングのマーケット開拓 報告書.

3)

している．一方，瀬古 も同じ観点で整理した結果を踏ま

2) 菅原紀明（2000）：地表面傾斜計を用いた岩盤斜面のえ，「警戒・応急対策・通行止検討」から「厳重警戒・通安定度評価法の提案，応用地質技術年報 No.20．

行止」への判定基準値を0.1°/hour としている．両者の

3) 瀬古一郎(2015)：斜面災害防止のための早期警報シ

対応内容と基準値は必ずしも一致するものではないが，ステムの開発と運用，東京大学博士論文.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO21】

宅地盛土の簡易地盤調査事例
基礎地盤コンサルタンツ株式会社

1. はじめに

〇前田

成美，伊東

周作，栃尾 健確認しその結果をもとに盛土の優先度を判定する必要が日本全国に大規模盛土造成地は約 5 万箇所あるなかで、ある。

いくつかの大規模盛土造成地は、大地震により盛土と地山との境界面等における盛土全体の地すべり的変動いわ

3. 簡易地盤調査

ゆる活動崩落が生じ、盛土造成地での宅地被害が多数生(1) ラムサウンディングを用いた盛土厚、性状の把握じた。そこで、大規模盛土に対して変動予測調査を実施

動的コーン貫入試験は、一定の高さから一定の重量のハし危険な盛土造成地を抽出することを目的として、大規ンマーを落下させて、一定の貫入量に対する打撃回数よ模盛土造成地に対してスクリーニングを実施している。

り地盤の硬軟を測定する試験である。ここでは、標準貫スクリーニングのフェーズは図-1 に示すように、第一ス

入試験より安価、小型・自走式のため宅地の限られた狭クリーニング、大規模盛土造成地マップの公表、第二次所でも調査可能なオートマチックラムサウンディング

スクリーニング計画策定、区域指定及び対策で構成され（写真-1）を用いた事例を紹介する。

る。
第一次スクリーニング【大規模盛土造成地の抽出】
大規模盛土造成地マップの公表
第二次スクリーニング計画策定、【第二次スクリーニング優先度評価】
簡易地盤調査の結果にて、優先度評価を実施する
第二次スクリーニング計画策定【安定計算】
地盤調査を実施、地震時の盛土の安定計算を実施する

写真-1 オートマチックラムサウンディング試験状況
オートマチックラムサウンディング試験で得られた打防災区域の指定及びハード対策

図-1 宅地耐震化推進事業の流れ

撃回数（Nd）は、以下の式（１）で補正した値（Nd’）
より、 Nd’≒N として換算 N 値として評価できる 2)。
𝑁𝑑′ = 𝑁𝑑 − 0.040𝑀𝑣

式（１）（𝑁𝑑 ：測定された打撃回数、𝑀𝑣 ：回転トルク(N・m)）
本報告では第二次スクリーニング計画策定に際して盛土性状の把握ではオートマチックラムサウンディング試式（１）より算出した値を換算 N 値として地盤の硬軟に験、地下水位の把握については接地抵抗を利用した地下

よって、盛土厚の検討を実施した。

水位簡易測定の実施事例を紹介する。

本試験での盛土厚の検討に際して、換算 N 値の値が 50以上を示した時点、もしくは試験機が貫入不能となった

2. 第一次スクリーニングの課題

場合は打ち止めとした。また、盛土と地山の境界位置の第一次スクリーニングでは、調査対象地域の設定とし判断については図-2 において、換算 N 値が上昇傾向にて市街地化の動向や土地利用を考慮して調査地域の設定、ある層の上面深度 GL-9.40m を盛土と地山の境界と判断

地形図や空中写真、DEM データ等を用いて大規模造成した。

地の造成前後の差分より盛土位置の決定や盛土規模の把今回の一連の調査を通して、オートマチックラムサウ

握を実施し、これらのデータをもとに優先度順位の検討

ンディング試験では想定された盛土厚に到達前に、礫打1)を行っている 。

ちにより貫入不能となった場合があり、追加でボーリン

しかしこれは机上での調査であり盛土の性状等を反映

グ調査を実施した。また、ボーリング調査により地山のさせて評価することが難しい等の課題がある。そこで、表層部に風化帯の分布が確認され、この風化帯が厚く分

第二次スクリーニングを効率的かつ効果的に進めていく

布すると想定される盛土の下端部において、盛土と地山ために、第二次スクリーニング計画策定時に現地踏査おの境界が不明瞭となる場合があった。
このような場合は、よび簡易地盤調査を実施し、盛土性状および地下水位を盛土造成前後の新旧地形図の標高差などから推測される

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
盛土厚も考慮して評価を行っていく必要性がある。
0.0

修正した打撃回数
10.0
20.0
30.0

Nd’
40.0

ては、新旧地形図による盛土厚および簡易地盤調査の結果

50.0
1

0.00

接地抵抗R（Ω）
10
100

1000

0.0

1.00

1.0

2.00

2.0

3.00

3.0
4.0

4.00
5.0

深度 GL-（m）5.00

深度 GL- (m)

6.00
7.00

6.0
7.0

GL-8.15m

8.0

9.0

8.00

想定される盛土境界

9.00

10.0

GL-9.40m
11.0

10.00
12.0

測定データ
理論値
地下水位

11.00
13.0

修正した打撃回数 Nd'
12.00

14.0

粘性土の目安（N=5）
13.00

15.0

砂質土の目安（N=10）14.00

図-4 簡易地下水位測定結果

15.00

より試験深度と盛土厚を考慮して測定する必要があると考え

図-2 オートマチックラムサウンディング試験結果られる。

(2) 地下水位簡易測定

4. まとめ地下水位簡易測定は接地抵抗を利用した地下水位簡易測定により測定した（図-3）。

以上の測定結果より、宅地地盤上での簡易地盤調査事
例を紹介した。オートマチックラムサウンディング試験にて盛土材の Nd’ 値（換算 N 値）および盛土と地山の境界を概ね把握することができた。一方で、貫入試験の途中で礫打ちによって貫入不能となった他、地山表層部
が風化帯のような軟質な箇所が分布する場合については、試験結果だけでなく盛土造成前後の新旧地形図より求めた標高差（想定盛土厚）も勘案して、評価する必要があると考える。また、接地抵抗を利用した地下水位簡易測定について、オートマチックラムサウンディング機械のロッドを電極として各深度にて測定し、地下水位の傾向を示すことができた。しかし、本調査では盛土内部に水

図-3 接地抵抗を利用した地下水位簡易測定の概要図がある（宙水）場合はなく、そのような場合においてはやはり新旧地形図による盛土厚の推定結果およびラムサ

地下水位の測定において、接地電極をラムサウンディング

ウンディング試験結果を勘案して、地下水位を考慮する

機械のロッドに付け、電気抵抗を 1m 毎に計測した。

必要がある。今後は、以上の留意点についてよりよい補計測に際して、電気抵抗値は値が上下するので、平均的な助手法について検討し。調査精度向上・調査方法を確立

値を採用し、各深度の電気抵抗値とした。測定結果を図-4していきたいと思う。

に示す。図より GL-8.15m 付近にて測定データと理論曲線から乖離が生じていることより、付近の深度に地下水があると考5. 謝辞えられる。また、地下水位測定の補助として、オートマチック

本調査は、福岡県久留米市より受注した業務の中で実

ラムサウンディング試験にて貫入していたロッドを引き上げ、施したものであり、ご協力頂いた久留米市に感謝いたし

ロッドの湿り具合から地下水位の位置を補助的に確認した結ます。

果でも、深度付近よりロッドが湿っている結果となった。以上《引用・参考文献》のことより地下水位は GL-8.15m 付近にあると判断した。

1)国土交通省：大規模盛土造成地の活動崩落対策推進ガ

本調査において、上記の方法によって地下水位の傾向を調査する上で有用と考えられる。一方で、本調査では確認されなかったが、盛土内部の宙水があった場合の評価についイドライン及び同解説（2015）2）
地盤工学会編：地盤調査の方法と解説-二分の１-（2013）
pp.463

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO22】

腐植土地盤の盛土に対する変状と解析
株式会社東建ジオテック〇磯部 翔平，佐々木 誠二，美王 宏文

1. はじめに
内陸部の湖岸に広がる沖積低地では、軟弱な淡水成粘引っ張り亀裂沈下

隆起性土の分布があり有機質土や腐植土を介する区域もみられる。
軟弱な粘性土には高含水比で圧縮性が高い腐植物を多く含むため、腐植土地盤で盛土施工を行う場合は、沈下やすべり破壊、側方塑性流動移動等による地盤変状への対策が必要となる。
ここでは有機質土や腐植土を介在する軟弱地盤に盛土した直後に側方塑性流動が生じ、盛土の前面が隆起した事例について地盤調査と解析を行い、腐植土の土質試験

図-1 変状地の地質推定断面図(力学試験)に含むリスクについて考察した。
あぜ道

水田

隆起した水田の範囲

2. 変状地の概要(1)地盤状況
変状地の地質推定断面図を図-1に示す。
変状地は、盛土直下から GL-10～-11m 付近までの腐植

写真 1

水路の側方移動土層、粘性土層には N 値が3以下（所々で自沈する）の非
常に軟らかい腐植土や有機質粘土が分布する。以深は N

写真 2

値3～7程度とやや高くなる粘性土が分布し、GL-17～-18m
付近から洪積層となる。
(2)変状の様子

盛土

図-1の一次盛土では地盤が安定したが、二次盛土した際に青斜線部のように盛土前面の隆起と二次盛土の背面上の沈下が確認された。

図-2 二次盛土後の平面図

二次盛土後の地盤変状を図-2に示す。
盛土背面に引っ張り亀裂が生じ、0.65m の段差が生じた。また、盛土のり先の水田の地盤が隆起し、青丸で示した箇所は変状前より地表面が0.87m 隆起した。
その他に盛土法面に亀裂や真ん中の水田の左右のあぜ道にずれが確認された。

写真-2 盛土背面上に発生した引っ張り亀裂

3. 安定計算
変状した地盤について、既往調査で報告された土質定数と、追加ボーリング調査結果や室内土質試験結果を基に新たに土質定数を設定し、Fellenius 法にて安定計算を行った。
(1)既往データを使用した安定計算結果
写真-1 水田の隆起状況

各地層の土質定数を表-1、安定計算結果を図-3に示す。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-1 各層の土質定数 (既往)
地層安定計算の結果、安全率は Fs=0.977(<1.2)となり、沖単位体積重量粘着力

内部摩擦角

γt (kN/m3)

c (kN/m2)

φ(度)

積腐植土層1までの地盤ですべりが発生する結果となる。
また、計算結果は現地で確認した地盤変状と一致する。

盛土

19.0

0.0

26

沖積粘性土層1

10.8

16.2

0

沖積腐植土層1

10.8

24.1

0

沖積粘性土層2

16.4

63.0

0

沖積粘性土層3

17.9

87.5

0

既往データを使用した安定計算結果では新たに盛土し沖積腐植土層2

13.8

81.0

0

ても安定性が満足する結果であったが、実際に盛土を行

沖積粘性土層4

16.0

33.0

0

ったところ地盤に変状が発生し、追加ボーリング調査で洪積粘性土層

17.0

66.0

0

洪積砂礫層

18.0

0.0

33

4. おわりに得られた土質定数は既往の数値と比べ、沖積腐植土層1、沖積粘性土層2が低く、安全率が1以下となった。
さらに沖積腐植土層1は不均質な腐植土が混入し、完全に腐植土化していない土(以下、未腐植土)が混在するが、最小 Fs=1.361

三軸圧縮試験では供試体には未腐植土を使用していない可能性が高い。すべり発生後の現地でも腐植土のバラつきが確認され、ポータブルコーン貫入試験で未腐植土と腐植土を比較(表-3)すると、未腐植土の値が腐植土より低いことが確認されたため、未腐植土を考慮すると追加データで得られた安全率がより低くなる可能性がある。

図-3 安定計算結果(既往データ使用)
安定計算の結果、安全率は Fs=1.361(＞1.2)となり、二次盛土を行っても安定性を満足する結果であった。
(2)追加データを使用した安定計算結果
各地層の土質定数を表-2、安定計算結果を図-4に示す。
表-2 各層の土質定数 (追加)
地層

単位体積重量γt (kN/m3)

粘着力
c (kN/m2)

内部摩擦角
φ(度)

盛土

19.0

0.0

26

沖積粘性土層1

10.8

16.2

0

沖積腐植土層1

10.4 (-0.4)

16.1 (-8.0)0

沖積粘性土層211.30(-5.1)

44.0 (-19.0)0

沖積粘性土層319.7 (+1.8)

64.2 (-23.3)

0

沖積腐植土層2

13.8

81.0

0

沖積粘性土層417.3 (+1.3)

34.8 (+1.8)0

洪積粘性土層

17.0

66.0

0

洪積砂礫層

18.0

0.0

33

(

):既往土質定数との差

沈下

最小 Fs=0.977
引っ張り亀裂

写真-3 すべり発生後の水路断面における不均質な腐植土
表-3 ポータブルコーン貫入試験結果(qc (kN/m2))
コーン貫入
抵抗

腐植土1

腐植土2

未腐植土1

GL-0.0m

150

139

74

69

GL-0.1m

117

204

69

113

GL-0.2m

274

193

85

102

GL-0.3m

161

161

96

145

GL-0.4m

139

176

128

128

GL-0.5m

145

187

128

150

深度

未腐植土2

隆起

今回の事例のような不均質な腐植土層を含む地盤では
我々、地質調査員はボーリングの適正本数と不均質性を考慮し、地盤リスクに対応する必要性を痛感した。

図-4 安定計算結果(追加データ使用)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO23】

軟弱地盤上の道路盛土施工中の沈下予測事例
基礎地盤コンサルタンツ株式会社

1. はじめに

〇福本

祐太，星野

笑美子，久賀真一

3. 最終沈下量の推定方法

層厚 20m の軟弱地盤上に道路盛土を新設する計画で対図-3に実測沈下曲線と双曲線法による沈下予測の例を策工としてサーチャージ盛土が計画されていた。サーチ示す。双曲線法による沈下量からの予測では、盛土の放ャージ盛土施工中に設計土量で不足がないかを判断する

置期間中の沈下量実測値から最終沈下量を推定する。

必要が生じ、盛土施工中の動態観測結果から最終沈下量

本事例では、図-3に示すように盛土施工中に発生するを予測することとなった。本稿では、盛土施工中の動態

一時的な放置期間からその時点での盛土高に対する沈下観測結果から予測した最終沈下量と最終的な予測沈下量

量を双曲線法により求めた。各盛土高と沈下量の関係かについて比較検証した事例を報告する。

ら最終的な盛土高における沈下量を予測した。

2. 地盤概要
図-1 に盛土施工地点の地盤模式図を示す。本事例では上部に有機質土、中間～下部に砂質土が卓越した層厚約20m の軟弱地盤上に約 4.0m のプレロード盛土を施工する計画となっていた。表-1 に各地層の土質定数を、図-2 にe-logP 曲線を示す。

𝑡

St=S0+𝛼+𝛽∙𝑡 ・・・式-1

St ：時間 t における沈下量(cm)S0 ：起点日の沈下量(cm)α,β：沈下曲線のパラメータt ：起点日からの経過時間(日)図-3 実測沈下曲線と双曲線法による予測例1)

4. 盛土施工中の動態観測結果
図-1 地盤模式図
表-1 土質定数γ(kN/m 3 )
11
17
13
17
15
18
16

変形係数

(kN/m 2 )
21
0
22
0
35
0
81

0
25
0
25
0
30
0

1,730
7,280
6,400
17,48021,60028,00037,200c

E(kN/m 2 )

ポアソン比
ν
0.444
0.366
0.412
0.366
0.412
0.333
0.400

測点 No.1では盛土高(約1.0m・約1.7m・2.4m)の3段階、測点 No.2では盛土高(約1.1m・2.5m)の2段階、測点 No.3
では、盛土高(約1.1m・2.4m)の2段階、測点 No.4では盛土高(約1.0m・2.4m)の2段階に分けて盛土を施工してい
る。

盛土

( )

1
4
2
4
2
10
10

た。図-4に各地点の盛土施工中の動態観測結果を示す。

内部摩擦角
φ
(°)

沈下量 ( )

Ap1
As1
Ap2
As2
Ac2
As3
Ac3

平均
N値

粘着力

比

地層

単位体積
重量

本事例では、
No.1～No.4の計4地点の動態観測を実施し

力( N

)

図-2 e-logP 曲線(Ap1,Ap2,Ac2,Ac3層)数()

図-4 盛土施工中の動態観測結果

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
5. 最終沈下量の推定結果

表-2 盛土施工中の双曲線法による最終沈下量

表-2、図-5 に各盛土高に対する沈下量を予測した結果測点を示す。最終的な盛土高は約 4.0m である。図-5 から盛土高 4.0m に対する沈下量は 45.30cm～71.11cm と予測しNo.1た。また、事前の軟弱地盤解析では盛土高 3.7m に対する沈下量が 98.4cm であり、事前予測より沈下量が小さい

No.2

結果となった。
よって、設計土量で不足ないと評価した。

No.3
No.4

6. 最終的な予測沈下量との比較検証

放置 数
( )

盛土
(m)

12
5
3
12
5
13
3
11
6

1.036
1.758
2.419
1.166
2.557
1.100
2.463
1.016
2.431

双曲線法の
最終沈下量
(cm)
12.09
25.24
33.98
14.02
36.16
14.05
30.97
11.50
43.22

表-3、図-6、図-7に盛土施工後の動態観測結果および予測沈下量を示す。最終的な盛土高における予測沈下量
は、「測点 No.1で109.1㎝、測点 No.2で81.9cm、測点 No.3
予測値
線形
線形 最
線形 最

事前解析結果よりも大きい予測沈下量となった。測点
No.2, No.3では、最大予測と近い値を示した。測点 No.4

最終沈下量で76.8cm、測点 No.4で95.0cm」となった。測点 No.1では、

線
予測
予測

では、事前解析に近い予測沈下量となった。本事例では、沈下速度の速い地盤であったことで、
約7日～14日程度の一時的な放置期間でもおおよその沈下量の予測をするこ
盛土とができたと考えられる。

図-5 最終沈下量の予測結果

7. まとめ

表-3 盛土施工後の双曲線法による最終沈下量

盛土施工中の動態観測結果から予測した最終沈下量と最終的な予測沈下量について比較検証した結果、高い精

測点

放置 数
( )

盛土
(m)

度が求められない予測手法としては有効であることがわ

No.1
No.2
No.3
No.4

33
41
41
41

4.399
4.439
4.276
4.254

かった。
今回、盛土施工中の沈下量が事前予測より小さかった

双曲線法の
予測沈下量
(cm)
109.1
81.9
76.8
95.0

が、盛土施工中の予測精度について不確実であったことを考慮し、本事例では土量を変更することなく当初設計の土量で施工している。盛土施工後の沈下量が、事前予

予測値
予測値
予測値
予測値
線形
線
線形 最 予測線形 最 予測はない結果となった。これより、盛土施工中の沈下予測には不確実性を見込む必要がある。

最終沈下量

測の沈下量より小さい～同等であったため、土量に不足《引用・参考文献》
1) 道路土工 軟弱地盤対策工指針(2012年8月)：公益社
盛土団法人日本道路協会,pp.373-375.

沈下量( )盛土( )

図-7 最終的な予測沈下量との比較結果

数( )図-6 盛土施工後の動態観測結果

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO24】

軟弱地盤上の道路盛土における複数工法を併用した地盤対策設計事例
中央開発株式会社○本杉

ななね，栗原朋之

検討区間（L=75m）

1. はじめに本検討の対象地である軟弱地盤上の道路盛土の計画地

計画盛土高では，過年度業務において，圧密沈下・安定対策として

地下水位

低改良率セメントコラム工法（ALiCC 工法）が計画されていた．しかし，事業スケジュールと工事予算の変更の

記号
地層名
Bc 埋土
Ap 沖積腐植土層
Ac1 沖積第1粘性土層
As1 沖積第1砂質土層
Ac2 沖積第2粘性土層
As2 沖積第2砂質土層
Dc 洪積粘性土層
Ds 洪積砂質土層ため，より経済的な対策工法が望まれ，再検討を実施す
ることとなった．本検討では，一般的に安価となる圧密に伴う地盤の強度増加の促進を主とした対策工法を検討した．しかし，対象地は計画盛土高が高く地盤強度も低いため，圧密促進のみでは道路盛土の安定性確保が難し

図-1 地盤状況と計画路線（縦断図）

い．そこで，延長された事業スケジュールと周辺用地の盛土幅 42m

借地を前提に，複数工法を併用した軟弱地盤対策を提案

天端幅 14.75m
計画盛土
盛土高 6.2m

した．本稿ではこの成果について報告する．

2. 検討条件(1) 地盤状況と計画盛土検討区間は埋没谷に位置する．土層構成は，表土（Bc）の下位に沖積腐植土層（Ap），沖積粘性土層（Ac1，Ac2）と砂質土層（As1，As2）が分布し，GL-14m 以深は洪積

図-2 検討断面

粘性土層（Dc）と砂質土層（Ds）で構成される（図-1）．
圧密沈下対象の粘性土層（Bc，Ap，Ac1，Ac2）の層厚は3. 対策工法検討結果

10.5m 程度である．地下水位は GL-0.2m 程度と浅い．地(1) 対策工法の検討方針

盤定数は表-1 に示すとおり，Bc，Ap，Ac1 の粘着力（cu）
2

対策工費縮減のため，圧密に伴う地盤の強度増加の促は 10kN/m 未満と非常に軟弱である．強度増加率 m は，進を主として，ALiCC 工法のような地盤改良を伴わない

Cu/Pc（圧密降伏応力）による値と Ip（塑性指数）の関係対策工法を検討する．ただし，上述のとおり必要盛土高式による値を基に，一般値の範囲を考慮して設定した．

に対して圧密度 100%の強度増加を考慮しても許容安全

計画路線は，終点側に向かって盛土高が高くなり，最率を満足できないため，盛土載荷重工法＋バーチカルド

大の盛土厚は 6.2m である．解析断面（図-2）は盛土厚がレーン工法（案 1）のみによる対策は不可となる．その最大となる位置に設定した．

ため他工法の併用が必要となる．

(2) 無対策時の評価

対象地では周辺用地を借地できる可能性があることか

圧密沈下量は，計画高に対して 163cm，必要盛土高（Hら，借地に押え盛土を配置し，案 1＋押え盛土工法によ= 8.9m）に対して 202cm である．また，必要盛土高に対り安定性確保を図る工法を検討した．しかし，押え盛土して許容残留沈下量 30cm を満たす放置期間は 1,079 日

法尻の安全率を確保できる高さでは，道路盛土部の目標となる．地盤破壊に対しては，無対策の場合，施工時，すべり安全率を確保できない結果となった．また，案 1

常時，
地震時いずれも許容安全率を満足できない．
また，＋押え盛土工法に加えて，ジオテキスタイルによる補強

必要盛土高に対して圧密度 100%の際の強度増加を考慮

で安定性の向上を図る案も考えられる．しかし，ジオテ

しても，許容安全率を満足できない．

キスタイルの適用条件が無対策時に安全率 1.0 以上を満足すること 1)であるが，案 1＋押え盛土工法において，施表-1 地盤定数γtcφ(kN/m3)(kN/m2)

(°)

0

12

6.7

0

0.35

Ap

0

12

6.7

0

0.35

る．そこで，本道路計画では事業スケジュールに余裕が

Ac1

1.5

14.5

9.3

0

あることを踏まえ，案 1＋押え盛土工法に加えて，段階

As1

3

17

0

30

0.25
－

Ac2

0

14.5

21.2

0

As2

4

17

0

30

地層

N値

Bc

m

0.3
－

工時と常時の安全率 1.0 以上を満足できないことから，
案 1＋押え盛土工法＋ジオテキスタイルは適用不可とな

載荷により地盤の強度増加の進行を待つとともに，ジオ
テキスタイルも併用して安定性の向上を図る対策工法を検討することとした．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(2) 最適工法

機能を保つ期間が短い．そこで，事業者が決定したドレ(1)より，案 1＋押え盛土工法＋段階載荷＋ジオテキス

ーンピッチにおける対策期間に応じて選定できるよう，

タイルによる対策を最適工法とした．なお，バーチカル

ドレーン材分解期間と排水機能の低下を考慮したドレー

ドレーンは道路盛土部直下だけでなく押え盛土直下にもン材の提案を行った．

配置し，強度増加促進を図る設計とした．バーチカルド

表-3 ドレーンピッチと対策期間と対策費

小のピッチである 0.6m とした．ジオテキスタイルは道

ドレー
ン
ピッチ

段階
載荷
(日数)

ドレー
ン施工
(日数)

対策
全工程
(日数)

ドレー
ン
本数

対策費計

路盛土部から押え盛土部まで連続して敷設する．押え盛

0.6m

338

183

814

15,500102,000 千円

土の高さと幅，段階載荷の工程は，段階載荷の各段階に

0.8m

528

103

924

8,700

84,000 千円

おいてジオテキスタイルの適用条件の安全率を満足する

1.0m

823

66

1182

5,600

75,000 千円

レーンのピッチは，早期の圧密促進のため，一般的な最1)

よう，試計算を行い決定した．その上で，施工時，常時，地震時の許容安全率を満足するジオテキスタイルの設計

4. おわりに引張強さを決定した．対策工法の検討結果と既往設計の比較を表-2 に示す．

本検討では，盛土載荷重工法＋バーチカルドレーン工法＋押え盛土工法＋段階載荷＋ジオテキスタイルの複数

上記ではドレーンピッチを最小としたが，ピッチを粗くすると，圧密放置期間が長く必要となるため対策期間が長くなる代わりに，対策費は安価になる．そこで，事業スケジュールと対策費の兼ね合いで事業者が選択できるよう，複数ケースのドレーンピッチに応じた，対策期間と対策費を示した（表-3）．概算の対策工費を比較すると，既往設計の ALiCC 工法で 120,000 千円だったのに対し，本検討結果により，対策期間が 814 日（2.3 年）かかるドレーンピッチ 0.6m では 102,000 千円，対策期間が1182 日（3.3 年）かかるドレーンピッチ 1.0m では 75,000工法を併用した対策工法を選定した．用地および対策期間を確保することで，このような，地盤改良を用いない
比較的安価な工法を組み合わせた対策が可能となった．
用地や事業スケジュールの制約が厳しいと適用できる対策工法が限られるが，本検討のように，用地や対策期間を確保できる場合，より経済的な対策工法を適用できる可能性がある．軟弱地盤対策工法の検討においては，このような視点をもち，事業者と用地や事業スケジュール，
施工条件に関してよく協議し，条件の中で実施可能なより良い対策工法の仕様を提案することが重要と考える．

千円となり，対策費を縮減することができた．

また，本工法は圧密に伴う強度増加を見込んでいるた

なお本工法は，借地返却前に押え盛土の撤去が必要である．これに伴い，ジオテキスタイルについても，切断して押え盛土内に敷設していた部分を除去し，端部を道路盛土内に巻き込む処理が必要となる．また，借地にバめ，実際の施工中の沈下管理および安定管理が重要である．機会があれば，施工中～施工後の動態観測結果の分析により，予測値と実際の地盤の挙動の差異を確認し，設計値の事後評価を行えるとよいと考える．

ーチカルドレーンを配置するため，生分解性ドレーンの使用もしくは，通常ドレーンを使用して借地返却前に表層をすき取り耕作土に置き換える等の対策が必要となる．

《引用・参考文献》
1) 道路土工 軟弱地盤対策工指針（2012）：公益社団法人

ただし，生分解性ドレーンは通常ドレーンと比べて排水

日本道路協会,pp.258-262,pp.344-347.

表-2 対策工法の検討結果と既往設計の比較
工法

盛土載荷重工法＋バーチカルドレーン工法＋ALiCC 工法＋浅層改良

押え盛土工法＋段階載荷＋ジオテキスタイル（既往設計）

段階載荷

載荷盛土
押え盛土
ジオテキスタイル

模式図

浅層改良

Bc Ap
Ac1
As1
Ac2
As2
Dc
Ds

改良仕様

概算工費

Alicc工法（低改良率セメントコラム）
Ap Bc
Ac1
As1
Ac2
As2
Dc
Ds

バーチカルドレーン【ドレーン】打設ピッチ：0.6m，打設深度 D=13.5m【深層混合処理】杭径φ1000mm，【載荷盛土】盛土厚：計画高＋2.70m
改良率 Ap≒27.2%，改良強度 quck=600kN/m2，【押え盛土】高さ H=3.4m，幅 B=20.0m
改良長 D＝12.4m（段階載荷：H=2.5m→圧密度 80%→H=3.0m→【浅層改良】改良強度 quck=170kN/m2，
圧密度 90%→H=3.4m→圧密度 80%→道路盛土部）
改良長 D＝1.8m【ジオテキスタイル】設計引張強さ TA=60kN/m2 以上

102,000 千円（借地費・押え盛土撤去費含む）（○）

122,000 千円（△）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO25】

現道に達した盛土すべりの調査事例
株式会社構研エンジニアリング

1. はじめに小林

恭平

安山岩礫混じりの粘軟質部

対象地は、融雪期の道路盛土において盛土すべりが発性土～砂質土からな

生した箇所である。盛土すべりは、盛土下部の吐口部かる。また、一部の深度

2.20

ら盛土肩部の現道の広範囲で認められたため、通行止め

では軟質・高含水比を余儀なくされた。本稿では、盛土すべりの地質調査おの箇所が認められた

よび動態観測結果に基づき、盛土すべりの主測線を設定(図-2)。No.5孔およびし、想定すべり面を推定した事例について報告する。

No.7孔では深度1m～

3.30
3.70
4.35
4.65
5.45
5.75
6.00
6.65

軟質・高含水部
軟質・高含水部
軟質・高含水部
軟質部

2m および深度5m～

2. 調査箇所の地形調査箇所は谷地形部に構築された最大法高25m 程度の7m にて掘削時に孔壁の押し出しが認め

9.40
9.65

軟質部

谷埋め盛土で、盛土すべりは道路横断管渠吐口側で発生

られた。

盛土

したものである。盛土すべりの規模は幅25m 程度×長さ（2） 歪変動観測

埋戻土・岩盤

50m 程度で、盛土の法肩から法尻にかけて4段の滑落崖と各調査孔では深度

路面に1段の滑落崖が認められた（図-1）。このため、道0.5m～3.5m 付近にて路には盛土すべりの拡大を防止し、片側交互通行にて交2,500 μ / 月 ～ 25,000

通開放することを目的として鋼矢板が施工された。滑落

μ/ 月程度の歪変動
1)

図-2 代表調査孔の崖2～4周辺では盛土すべり発生直後の現地踏査時に湧水（準確定～確定 ）がが認められたほか、滑落崖1～4の終点側ではすべり土塊認められた。No.5孔の地山への乗り上げが認められた。

および No.7孔では、それより深い深度5.5m～7.5m にて柱状図(No.7 孔)

700μ/月～2,000μ/月程度の歪変動（潜在～準確定1)）が認められた。各調査孔の歪変動は降雨および水位上昇との連動が認められたほか、いずれも他孔との連動が認められた。
（3） 孔内水位変動観測
孔内水位は降雨と連動し0.6m～1.8m の幅で変動が認められた。この孔内水位の変動は、歪変動と連動する傾向が認められたが、No.10孔を除きいずれも歪変動が認められた深度よりも深い深度で認められた（図-3）。

地下水位：孔壁の押し出しあり

1.5m

10,000 深度別歪量(X)5,000 (μstrain)-5,000-10,000

3.5m
6.5m
5.5m
2.5m
0.5m

※降水量は近傍の道路気象テレメータを使用

図-1 調査箇所の地形・ボーリング調査実施位置図
図-3 代表調査孔の歪計変動図(No.7孔)

3. 調査結果
盛土すべりのすべり面、孔内水位および変動状況を把握することを目的として、ボーリング調査および地すべ

４. 考察

り観測（歪変動、地下水位変動）を実施した(図-1)。

（1） 主測線の設定（1） ボーリング
ボーリング調査の結果、盛土の地質は不均質で、変質調査箇所の滑落崖の分布から、盛土すべりの活動形態

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
は後退型地すべり 2)

査時の孔壁の押し出しや軟質・高含水部に位置することのように下方から上から、すべり面相当と評価した。浅部すべり面は歪変動方へと順次拡大した状況から、被災時に実際に滑動したすべり面であると考ものと考えた。盛土

えた。深部すべり面は、No.5孔深度6.5ｍ～7.5m と No.7

すべり発生後の地表

孔深度5.5ｍ～6.5m において、潜在～準確定1)の歪変動が面は、No.7孔より上認められるとともに、それぞれの歪変動は連動する傾向

方は道路と直交したが認められた。No.9孔および No.10孔では連動する歪変方向が最急勾配であ動は認められないものの、軟質・高含水部が浅部すべり

り、No.7孔より下方

面以深に認められることから、すべり面相当と評価した。

は起終点両側の尾根

深部すべり面は歪変動状況から、将来的に滑動の恐れが状地形に規制されるある潜在すべり面であると考えた。以上を元に作成した形で道路と斜交した

主測線地質断面図を図-5に示す。

沢筋方向に盛土が構

5. おわりに築されている。また、
No.7孔より下方の終本調査結果を基に安定解析が実施され、浅部すべり面

点側の側崖にてすべに対する恒久対策工（崩土除去＋砕石盛土＋補強盛土）

り土塊の地山への乗および深部すべり面に対する恒久対策工（地山補強工）

り上げが認められ図-4 盛土すべりの方向た。このことから、

および主測線がそれぞれ検討・施工された。現在では被災箇所は復旧されており、新たな変状は認められない。

No.7孔付近で盛土す
べりの方向が変化したものと考える。これを踏まえ、A-《引用・参考文献》

A’を盛土すべりの主測線として設定した（図-4）。

1) 藤原（1976）：地すべり調査と解析―実例に基づく調（2） 想定すべり面の推定

査・解析法―（谷口敏雄

調査箇所の地形、ボーリング結果および歪変動観測結果から、調査箇所では浅部すべり面と、深部すべり面が監修）,p.87，理工図書.

2) 藤原（1979）：地すべりの解析と防止対策,p.42，理工図書.

存在すると考えた。浅部すべり面は、各調査孔の深度0.5m～3.5m において、準確定～確定1)の歪変動が認められるとともに、それぞれの歪変動は連動する傾向が認められた。また、歪変動が認められた深度はボーリング調
標高図-5 主測線地質断面図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO26】

表層傾斜計の地中挿入深および崩壊深との関係
応用地質株式会社

〇今野

信一，根本

雅夫，石川

貴規

山口大学

中田

幸男，太田

遥子

西日本高速道路エンジニアリング中国株式会社

川波

敏博，平井

健太

1. はじめにの流れ盤構造となっているが、断層や褶曲もみられ、複山口県内の道路建設現場の切土斜面において、法面の不安定化が懸念されたことから、表層傾斜計による監視をおこなった。

雑な構造となっている。
機器 A および機器 B は、幅約7m の馬蹄形変状箇所内に約0.5m の離隔で設置した（写真-1）。

本件、表層傾斜計の開発検証も目的として観測を実施しており、同一の傾斜センサを用いて製造された地中挿
入深 1.0m（クリノポール：以下「機器 A」）と 0.8m（クリノポール NEO：以下「機器 B」）の 2 種類の表層傾斜計を約 0.5m の離隔で併設した。

7m

観測期間中、表層傾斜計設置箇所を中心に、幅約 7m、深さ約 0.7m の小ブロックで岩盤のせり出しが確認され、0.5m

いずれの表層傾斜計も岩盤の挙動をとらえることができ

機器 A

たが、挿入深の違いによりセンサの示す測定値に大きな機器 B差異が生じた。
本発表では観測結果を報告し、表層傾斜計における斜面監視の留意事項を示す。
写真-1 表層傾斜計設置箇所

2. 表層傾斜計の仕様
観測に使用した表層傾斜計の仕様を表-1に示す。
表-1 機器仕様一覧表
項目

観測結果を図-1に示す。

仕様
機器 A

4. 観測結果
当該箇所では継続して変動がみられたが、とくに顕著

機器 Bな変動がみられたのは、2023年6月30日から7月1日にかけ

測定項目

2 軸角度（X 軸、Y 軸）、温度ての累積雨量296.5mm（最大時間雨量98.5mm）1)を記録し分解能0.001°

た際で、機器 B では法面下方方向へ25.6°の傾斜を観測

通信方式

LTE-Cat.M1

貫入部寸法

φ25×1,000mm

コントローラ：LTECat.M1
センサー部：
Bluetooth 🄬 Long Range
φ25×800mm

した。変動はその後さらに継続し、現地確認を実施した
2023年12月4日時点では28.0°となった。一方、機器 A では7月1日時点で0.8°とほとんど傾斜は認められず、12月4日時点においても0.8°と累積変動はみられなかった。

コントローラー
2023 年 6 月 30 日
25.6°
28.0 °

概観
センサー部

3. 現地状況
対象法面は、勾配1:0.8～1:1.0の切土のり面で、過去に図-1 観測結果

法面崩壊した箇所において土砂を除去し整形して現況を呈している。
分布地質は中世界白亜系関門層群の安山岩・礫岩・砂岩・頁岩互層からなり強風化している。地質構
造は大局的には北に緩傾斜しており、法面に対し低角度

5. 現地確認結果
現地確認を実施した2023年12月4日の変状状況と各機器の状況は以下であった。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
・幅約7m の範囲の変状が進行した（写真-2）。

前述パイプの変形形状と計器設置位置、すべり面分布・変状起点側部は断層に規制されており（写真-5）、断状況（写真-5）から、機器 B は法面変状の挙動を捉えら層から機器 B 付近までは深さ0.45m の開口亀裂がみれたが、機器 A は捉えられなかったと考えられる（図-られ、その前部が道路側へトップリング状に変形
（機

3）
。

器 A 地表部で約30°，機器 B 地表部で約35°）した（写真-3）。
・2023年6月30日から7月1日にかけての短時間降雨により、機器 B の傾斜は約25.6°となったが、隣接す

機器 B 機器 A

る機器 A ではほとんど変動がみられなかった（図-

0.4m

0.7m

2）
。
・機器撤去時に計器を確認したところ、地表部と先端部のセンサ間のパイプに屈曲の位置（地表部からの深さ）と角度に大きな差がみられた（写真-4）。

写真-5 計器設置状況とすべり面の分布

機器 A

機器 B

地上部：30° 地上部：35°

写真-2 変状状況（左：平面、右：断面）

0.7m

すべり面
d=0.7m で座屈センサ部（d=0.8m）：28°

センサ部（d=1.0m）：0.8°
写真-3 変状状況（左：機器 A、右：機器 B）

図-3 計器設置状況とすべり面の分布

6. まとめ
25.6°

機器 B のセンサがすべり面付近に位置するのに対し、
機器 A のセンサはすべり面より約0.3m 下方に位置することで杭効果が生じ、地表面でみられた変動とセンサ変
動値とで異なる値になった（図-3）。
このことから、表層傾斜計は設置位置、設置深度と崩壊規模の違いにより、その観測データが異なることが分かり、法面監視に表層傾斜計を適用する場合、崩壊機構

図-2 観測結果を十分に考慮した機器配置検討が重要であることが示唆された。

謝辞
本検証にあたり、国土交通省 中国地方整備局 山陰西部国道事務所にサイトを提供いただいた。ここに記し、深く謝意を表します。
《引用・参考文献》
1) 気象庁アメダス：観測地点「豊田」(最終閲覧日
2024.5.14)，
写真-4 変状状況（左：機器 A、右：機器 B）

https://www.jma.go.jp/jma/index.html.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO27】

不同変位が認められる鉄塔における地盤変状調査事例
基礎地盤コンサルタンツ株式会社〇峯田

祥太朗，奈良啓示

1. はじめに本稿は地すべり等を原因とした不同変位が認められる鉄塔において、変位の原因を推定することを目的として調査を実施した。通常の地すべり調査と異なる目的、調査地点で調査を実施したので、事例を紹介する。
写真-1 鉄塔部材の変形の例

2. 調査地の概要

3. 調査方法(1)地形状況

地形状況および部材の変形状況より①最大傾斜角方向

鉄塔は南西-北東方向へ延びる尾根沿いに位置し、鉄塔の地すべりおよび②採石場方向の地すべりが推定されるより北東側に採石場によるのり面が形成される。また、(図-2)。それぞれに対応する調査位置において調査ボー

西側に自然斜面が最大傾斜を成す。なお、採石場ののり

リングおよび孔内傾斜計観測を実施した。併せて移動杭面は平成14～19年に形成された。

測定および地盤伸縮計観測を実施した。

(2)調査経緯
表-1に調査経緯を示す。調査対象の鉄塔は昭和46年に
No.２
変動方向

建設された。
表-1 調査経緯年月

変状状況

調査および対策

H24.5

部材の湾曲を発見

H29.2

部 材 変 形 が急 速 進 展

変状調査（現地踏していることを確認

査）の実施

①

②

①

変位測定の実施
H29.3～

鉄塔基礎が沈下

脚間補強の実施

R2～

孔 内 傾 斜 計ガ イ ド 管

本稿調査の実施が変形

図-2 調査平面図

4. 調査結果(1)調査ボーリング結果(3）鉄塔部材の変形状況
写真-１のように部材の変形が認められる。

崖錐堆積物や盛土が表層1.5m 付近まで認められた。岩盤は塩基性片岩と泥質片岩が認められ、珪質片岩を挟む。

また、D 脚を基準として脚間変位・脚沈下量を測定してNo.2地点では破砕したコアが確認されており、GL-12m まおり、以下の結果となる(図-1)。

で D 級を主体とする。

脚間変位：AB で+15mm、CD で+19mm、DB で+36mm 拡大(2)孔内傾斜計観測結果

脚沈下量：A で若干の浮き上がり、B・C で沈下

R3.6月に No.2孔において孔内傾斜計プローブが挿入不可能となった(図-3)。そのため孔内をカメラで確認したところ、傾斜計ガイド管が GL-13m 付近で曲がっていることを確認した（写真-2）。曲がりの状況より地すべり
は採石場方向へ移動していることが想定された。また、
No.1孔では、変動が確認されていないため、地すべりブ
ロック頭部は No.1と No.2の間を通ると考えた。
B0

A0

A180

図-1 鉄塔部材の変形状況

B180

写真-2 No.2孔ガイド管変形状況（GL-13m 付近）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

4. 地すべりのブロックについて
移動杭測定の結果より地すべりブロックを推定した（図-6、7）。
F1、2、7（A 脚）、10（D 脚）は変動がないため地すべり範囲外となりおおむね北方向へ変動する F3～6、8、9は範囲内となる。境界は F2と F3の間、F7(A 脚）と F8(B脚）の間、F9(C 脚)と F10(D 脚)の間を通ると想定される。

傾斜計ガイド管曲がりによる
深度 13m 以深の計測不可

F6は沈下量が小さいため、地すべりブロックの境界に位100 ㎜/日以上の降雨

置すると考えられる。
図-3 孔内傾斜計観測結果(3)移動杭測定結果(図-4)【想定地すべりブロック横断方向】F1～6
・F1、2は変動が認められない。
・F3～6はおおむね北方向への若干の累積傾向が認められる。
・F3～5は初期値より沈下傾向が認められる。
【鉄塔基礎】F7～10・F7（A 脚）、F10(D 脚)は変動が認められない。
・F8（B 脚）、F9(C 脚)はおおむね北方向への若干の累積傾向が認められる。
・F8（B 脚）、F9(C 脚)は初期値を比較すると沈下傾向を示す。
図-6 地すべりブロック頭部の範囲
鉄塔

F3～5,8,9の沈下傾向

図-4 移動杭観測結果(標高の変動)(4)地盤伸縮計観測結果(図-5)100㎜/日以上の大雨後に引張方向に変動が認められ

図-7 主側線断面図

る。変動量は小さく、2～4ヶ月間緩慢な変動が認められる。累積傾向を持つため、地すべりによる変動と考えられる。観測開始からの変動量は約2.3～3.0mm となる。

本稿では脚間測定・脚沈下量の測定データより不同変地盤伸縮計変動図
Ｓ －１
変

3. 0

位の原因となる地すべりの存在を2パターン予想した。
孔
内傾斜計観測において曲がりが認められたため、北側の

引
張

2. 5

動

5. おわりにＳ －２

地すべりが鉄塔基礎の不同変位の原因と推定した。その

2. 0

後実施した移動杭測定においても、同様の変動傾向が示
1. 5

量

1. 0

唆される結果となった。このため不同変位が認められる

降雨に関わらない変動

鉄塔においては脚間測定・脚沈下量の測定が調査におい

0. 5

（ ｍｍ）

0. 0

圧
縮

て有用なデータの1つになると考えられる。
392

降

降雨後
の変動

300
水
200
量

降雨後
の変動
122. 5103. 5

100

降雨後
の変動
103

（ ｍｍ）
日
月
年

10 20 30 10 20 30 10 20
12
2021

1

2

10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20
3

4

5

6

7
2022

8

9

10

11

12

1

2

10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20 30 10 20
3

4

5

6

7
2023

図-5 地盤伸縮計観測結果

8

9

10

11

12

1

2
2024

10 20
3

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO28】

崩壊斜面内部の地すべり調査事例
日本地研株式会社

1. はじめに松尾

遼(2) 本業務の調査内容

本調査地は山口県北東部の山間部に位置しており、「平

排土工が全 9 段中第 5 法面まで完了し、平坦面が造成

成 24 年梅雨前線豪雨」に伴い、高さ 100m 以上に達するされた。排土工によって一定の安定性が確保されたこと

斜面崩壊が発生した。斜面の下方には旧県道及び二級河から、下方斜面の地すべり滑動を検討するため、
法尻（R4-

川「宇佐川」が位置し、崩壊が拡大することで河川閉塞

1）と崖側縁部（R4-2）の 2 地点で調査ボーリングを実施の恐れがあったため、以降対策が進められている。

した。また、掘削時にボアホールカメラ観測を併せて実施し孔内状況を観測した。

(上部拡大)
BP-1

3. 調査結果
R4-1

当初の想定で弾性波探査（はぎとり法）から R4-1 はGL-6m、R4-2 は GL-11m 程で不動岩盤層に達すると考えらR4-2れた。しかし、想定以上に地盤の緩みや多亀裂質の岩盤が認められ、R4-2 は開口部が複数確認された。ボアホー
ルでも幅 20～40mm の開口部を確認し、解析の結果 R4-2の総開口量は 110mm であった。
R4-2

R4-1

写真-1 崩壊斜面全景（R5.5 撮影）

柱状コア

2. 調査概要(1) 被災当初の調査状況
被災直後の踏査結果から、当地の地質は周防帯の珪質柱状コア片岩であった 1)。崩壊斜面頂部には複数の滑落崖が認められ、崩壊地内には径数 m 程の岩塊を含む緩み土塊が存

R4-2：
開口部が複数分布

在した。このことから、滑落崖付近の緩み土塊が要因となって斜面崩壊を招いたと考えられた。
この崩壊地は断続的な滑動を示し、不安定土塊周辺での調査は危険を伴うため、ボーリング調査は滑落崖の後方（BP-1）で実施され、斜面内部の地質分布やすべり面
は地表踏査や弾性波探査に基づいて推定された。

写真-3 コア写真及びボアホール観測写真

斜面下方

累計開口量 110mm

斜面下方

滑落崖

緩み土塊

写真-2 被災直後の斜面内部状況（既往調査）

図-1 R4-2 岩盤状態図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 考察

えた。

当初の推定すべり面は踏査結果とはぎとり法解析を用当初の推定すべり面では、切土後の安全率が Fs=1.159

いた弾性波探査結果（実線部）に沿って設定された。一となり、鉄筋挿入工で補強することで計画安全率

方で、高密度解析（色塗部）では更に深部まで低速度域

p.Fs=1.200を達成すると見積もられた。本調査で検討しが分布していた。このことから、既往業務では緩み土塊

たすべり面で安定計算を行った場合、安全率は Fs=1.084の分布域を「不明確」とし、ボーリング調査の実施を提となり、追加対策の検討が必要であるとの考えに至った。

案していた。
本調査の結果、はぎとり法で推定されたすべり面より

7m
10m
15m

深部まで緩み土塊の分布を確認し、推定すべり面は高密度解析結果に近い結果となった。一方で、当初の推定すべり面付近には両地点ともに比較的新鮮硬質な岩質コアが採取されており、緩み土塊中に分布する岩塊の影響を

7m
10m
15m

反映したと想定される。
本調査地は応力開放によって緩んだ岩盤を素因とする地すべりであり、その地盤特性が弾性波探査結果に反映されたと考えられる。
図-4 R4-2パイプ歪計変動図

現在の対策工の計画は、以前の調査結果を基に斜面頂部から排土工＋吹付法枠工が計画されている。
調査地には自動観測システムが構築されており、斜面

当初推定断面

の動態観測は継続的に実施されている。今後の観測結果
や排土工の進捗を踏まえて、対策工を再検討するよう提案した。
本調査推定断面
R4-1

低
R4-2
R4-1

BP-1

R4-2

図-2 既往の弾性波探査結果
調査実施横断図
Aブロック

BP-

1

5 m
304.3 mT.P.+ 50.00
=
Dep

RQD

0

9の

り

面

自

第

崖２

排土工前の地形調査時の地形自由2023/03/16
2023/03/17
2023/03/27

長

由

1

長

0

20

40

0

10

20

60

80 1 00

N値

30

40

50

0m

L=
9.
5m

2

L=
2023/03/25
6.
2023/03/18
5m 3

10m

50m

2023/03/24
2023/03/28

ア

4

ア
5

ン

カ

り

面

2023/03/23
2023/03/20

ー

体

第

8の

6
0

2023/03/21
2023/03/22
7

長

L=
3.
0m

ン

カ

ー

体

長

L=

3.
0m

図-5 調査地平面図36▽296.1281092023/03/31

り
7の
第
面
り

46

6の

16

第

64

20

60

N値

30

40

2

り
頭部

すべ

20

崖3

(1

3

:1

.5

第

面

10

RQD

40

60

20

30

(1

:1

.5

)

第

5の

21
37
22
45
23
80

80 100

40

50

24

部

頭

9
2
5

す

べ

り

30

初

7

67

)崖

26
43

(当
27

3

25

3
28
4

10
29

5

0

4
30

5

3の

り

面

6

10

40

12
50/0

50
32

8

8

26

28

8

50/0

33
9

18

31
9

50/0

34
10

41

38

:1

.5

2の
)第

り

35
11

11

面

79

9

11

50/0

36
12

80

17

0
12

73

34

0

38

14

50/17

58

22
14

50/0

39

15

50/5

47

69
15

50/0

16

40
50/14

68

67
16

17
0

41
50/13

60

40

17

42

18
0

70
40

18

43

19
0

る結果であった。

82
44

19

ができ、現位置でボーリング調査を行う重要性を実感す

37

13

1
13
15

▽265.0

多亀裂質な岩盤層の分布等、詳細な地盤情報を得ること

31
7
7

7

2023/01/17

10(1から地質分布が推定されていた。本調査は空洞の有無や

25

2頭

崖3

り

初)

4の

(当

)

49

9

▽275.0

4

6

20

0

1

6

第

0

N値
0

50

1

)

(当

初)

R5.1_平坦面 ▽280.0

8 0 10 0192023/04/03

面

べり

40

10

当初、本調査地では弾性波探査と BP-1 孔の調査結果

50

経 度 =1 3 1° 59 ’ 4 4 .0 0 00 ”

RQD

20

17

46

2

.5
:1

47
15

り

部す

0

10
14

18

7 m
279.1 mT.P.+ 32.00
=
Dep

0

6. おわりに72
13▽285.0

1

(1

0
12

2023/03/30

46

2
R 4-

▽270.0011▽290.560 m
280.0 mT.P.+ 20.00
=
Dep

0

0

2023/04/04 10
2023/03/29

面

1
R4-崖３

R5年 推定断面
H30年 推定断面

44

20

47

0
45

20

50

20
46

21

52

0
47

22

58

52
48

23

26

17
49

24

49

0
50

25
0
26
18
27
11
28
43
29
13
30
35

《引用・参考文献》
49

0

30
32

49

24

31

0m

25
0

10m

20m

26
18
27

50

11

1) 山口県地質図 第3版（15万分の１）（2012）：山口地学図-3 調査結果断面図

5. まとめ
本調査の推定すべり面は動態観測で累積性の変動が認められた深度（R4-1：GL-12.5m、R4-2：GL-16.8m）に設定した。本観測では観測期間中の降雨量が少なく滑動性が顕著でなかったことや上部排土工の施工で安定性が増加したことから、その変動量は「変位 C」2)とブロックの滑動性が低いとされ、すべり面が「潜在」していると考会.
2）地すべり観測便覧（2012）：社団法人斜面防災対策技術協会,p.405.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO29】

地すべり対策箇所における動態観測事例
川崎地質株式会社

1. はじめに〇松本 郁，山地 孝昌，園田 篤史，小長谷 陸の雨量であった．この影響で既往対策工検討時には顕在化

対象法面は H17 年に竣工した林道に面し，H17 年，H22
年に小規模な法面崩壊が発生していたが，H23 年 9 月の台

していなかった地すべり(H30 ブロック)が顕在化した(図-2)．

風 15 号の降雨をきっかけに大きな地すべりが発生した(図-1)．H24 年から調査が開始され，H25 年以降は対策工
施工により地すべりは収束したが，H30 年 7 月豪雨によっ

アンカーて地すべりが再発した．再発範囲特定のためボーリング調

アンカー

査，動態観測等を実施したところ，過去に設定されたブロ

杭工ックとは変位方向が異なる地すべりブロックが形成されていることが判明した．この地すべりブロックに対して

図-2 地すべりブロックの分化模式図

H31 年から地すべり動態観測，対策工の設計を行っている．
経緯を表-1 にまとめる．本事例では再滑動したブロックの施工前～施工後の観測結果について紹介する．

3. 調査内容
地すべりが再滑動した直後に地すべり機構解析及び対策工検討を行うため，ボーリングと動態観測を行った．施

頭部滑落崖と移動土塊

工後は対策工の効果判定のため，観測孔を再設置し，動態観測を行った．
観測内容としては，挿入式孔内傾斜計，自記水位計を使用し，H31(R1)年～R5 年の多雨期(6～10 月)の期間を中心
林道へ流出した地すべり土塊

図-1 被害状況(H24 撮影)に観測を実施した．
観測孔は H31(R1)年～R2 年は H30-1，H30-2，H30-3 の 3孔で実施した．R2 年以降は H30-1，H30-2 は施工のため撤表-1 調査年表
年月

H17(2005年)

－

林道竣工
崩壊発生

H22(2010年)

7月

法面崩壊が発生

H23(2011年)

9月

台風15号による集中
豪雨で地すべり発生

H24(2012年)－3月初旬に県道通行止 現地踏査
め
調査ボーリング

H25(2013年)－

1月末に県道通行止め
解除

7月

H30年7月豪雨でこれまでのブロックとは異なる範囲で変位が確認される

H30(2018年)

H31(R1)(2019年)

地すべり状況等

1月
～3月

調査

去されたため，R4 年に代替孔として R4-1，R4-2 を設置し観測

地すべり観測3月頃に変位が沈静化
する

地すべり観測R3(2021年)6月 明瞭な変位なし(H30～9月 3のみ)

R4(2022年)

6月
明瞭な変位なし～9月

R5(2023年)

6月
明瞭な変位なし～9月

H30-3

H30-2，R4-2
現地踏査

地すべり観測－て観測を実施した(図-3)．

地すべり観測(4月以降)
1月下旬に地すべ 上部・下部・BV-1ブ
り変位収束，翌月 ロックに対しアンカーにほぼ停止工等が施工される

6月 豊水期の降雨で変状～9月 拡大R2(2020年)

対策工
植生基材吹付工6月～9月，12月～翌年3月にかけて押え盛土工が施工される施工のため観測孔 アンカー工，カゴ枠工
撤去
施工
観測孔再設置

地すべり観測H30-1，R4-1

地すべり観測H30 ブロック

2. 地すべりの素因と誘因【素因】

図-3 観測孔位置図

既往地すべりブロックの地すべり変位で末端部の強度が低下していた．また，変位方向が既往地すべりと異なり，既往の対策工では十分な抑止効果が発揮されなかった．
【誘因】
H30 年 7 月豪雨時の雨量は H23 年地すべり発生時の 4 倍

4. 観測結果施工前と施工後の変動量，変動種別 1)を比較したグラフ
を図-4 に示す．
・施工前(H31(R1)年～R2 年)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟＜H31(R1)年＞

変動 a 相当の変位が確認されていたが，押え盛土施工後はH30 ブロック内に位置する H30-1，H30-2 では日雨量変動 c 相当の変位に低下している．図-5 に調査位置断面90mm/日以上を観測した際に，地下水位の上昇と変動 a 相図を示す．地すべり末端部が法枠工破損に加え背面の土砂

当の谷側への顕著な累積変動が確認された．

流出により欠損した状態になっていたため，押え盛土施工

また，末端部の既設法枠から土砂が流出したことで，地は効果的であったと考えられる．また，施工後は施工前よすべり変動が促進されたため，応急対策として押え盛土工

り降雨が多かったにも関わらず明瞭な変位が認められなを実施した．観測結果にもとづき，対策工としてアンカー

かったことからアンカー工による効果が確認できたとい

工，カゴ枠工等の詳細設計を実施した．

える．

＜R2 年＞

表-2 累積変動量一覧表

H30-1，H30-2 では地下水位は高い状態にあったが，変動観測孔量は低下し，変動 c 相当であった．H31 年と比較すると変動量が低下していることから，押え盛土工の施工により地すべりに対する抑止効果が確認できた．R2 年 12 月頃から対策工の施工が実施された．
・施工後(R4～R5 年)

累積変動量(mm/月)
H31(R1)

H30-1(R4-1)

11.2
変動a

H30-2
(R4-2)

20.4
変動a

H30-3

変動なし

押
え
盛
土
施
工

R2
0.6
変動c
1.6
変動c
変動なし

R4
R5
対
0.4
0.4
策 変動c未満 変動c未満
工施 変動なし 変動なし
工
変動なし 変動なし

孔内傾斜計観測の結果，観測期間中に明瞭な変位は確認されなかった．また地下水位観測の結果，過年度と比較すグラウンドアンカー

ると降雨が 90mm/日以上の際も地下水位が低下傾向にあることが確認された．
対策工施工前(H30-2)

法枠工破損，
土砂流出
押え盛土工

最大変動量:20.4mm/月
変動種別:変動 a

最高水位：GL-4.41m

図-5 調査地断面図

最高日雨量：144.0mm/日【地下水位観測結果】
施工前～施工後の最高水位一覧表を表-3 に示す．施工
前は 90 ㎜/日以上の降雨で地下水位の上昇が確認されて対策工施工後(R4-2)

いた．既設対策工として法面末端部には吹付法枠工が設置されており，地下水の供給が想像以上に多かったため地すべりが再滑動したと考えた．そのため，末端部の復旧時にはかご枠工を採用することで，排水機能を確保できる構造とした．施工後は 90 ㎜/日以上の降雨でも，明瞭な地下水
位の上昇が確認されなかったことから，かご枠工による効
変動なし

最高水位：GL-4.86m

最高日雨量：270.0mm/日

図-4 施工前～施工後の観測グラフ

5. まとめ【孔内傾斜計観測結果】
施工前～施工後の変動量一覧表を表-2 に示す．地すべりブロック内に位置する H30-1，H30-2 では H31(R1)年に果が確認できたといえる．
表-3 最高地下水位一覧表
観測孔
H30-1
(R4-1)
H30-2(R4-2)
H30-3

最高地下水位(GL-.m)
H31(R1)
2.06
4.41

押
え
盛
土
施
工

R2
2.78
4.25

対
策
工
施
工

6.50
6.50
青字：対策工施工後に水位低下

R4

R5

4.30

3.17

4.85

4.86

4.73

2.99

《引用・参考文献》
1)国土交通省砂防部：地すべり防止技術指針解説
平成 29 年 1 月

P29.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO30】

地すべり地における砂防堰堤のための地質調査事例
中央開発株式会社

１. はじめに

〇片山

翔，神崎

裕，田邊

裕明

３. ボーリング調査結果

土木構造物施工時においては，調査段階で確認されて調査地には新第三紀のシルト岩が主に分布し，左岸側いる地質リスクとなる地質状況に対する検討が不十分な

斜面は段丘堆積物が被覆する．シルト岩は左岸側で流れために施工に大きな影響を及ぼす可能性がある．そのた

盤構造，右岸側で受盤構造をなす．また，地すべりが懸め，調査段階において設計上の安全側を考慮した検討を念される左岸側では，現河床と同標高付近にシルト岩に行うことが重要である．

挟在する礫層が確認された．この礫層については以下の本事例の対象は，砂防堰堤新設のための地質調査であ2つの可能性が想定される（表-1）．

る．計画地に地すべり地形が存在するとされていること①：シルト岩に挟在する礫岩層から，当初より設計施工への影響が懸念されており，調②：地すべりにより埋積した旧河床堆積物査の結果，地すべりにより埋積した河床堆積物の可能性

上記の礫層を除き，シルト岩中に地すべり性の破砕等がある礫層が確認された．調査結果を考慮すると，地すは認められないため，②のような地すべりが存在する可べりが存在する可能性は低いと想定されたが，設計上の能性は低い．しかし，①礫岩とした場合も，シルト岩と安全側を考慮し，地すべりを仮定した検討を行い，設計不整合で接していることや，連続性が不明である点を考施工への影響を評価した．

慮すると．堰堤計画地が向斜軸部に位置するため，地質構造的に不自然ではないが，根拠に乏しい．

２. 地形地質概要

そのため，今回は設計上の安全側を考慮し，地すべり

調査地は，丘陵地帯の末端部に位置し，北部には一級河川が西方向に流下する．地質は，新第三紀の礫岩を挟が存在すると仮定し，安定性について検討することとした．

在するシルト岩が主に分布する．堰堤計画地は向斜軸部に位置し，地層の走向は向斜軸延長方向と一致する．また，左岸側には地すべり地形が存在するとされ，堰堤左岸袖部は上記地すべり地形の末端部に位置する．

４. 崩壊形状の設定
地すべりが存在すると仮定した場合の安定性について検討するため，机上検討，調査結果より，以下の2つの崩壊形状を推定した（図-2）．なお，どちらも直線的な滑動を示す岩盤すべりである①大規模すべり：防災科研の地すべり地形分布図 2)より設定した．岩盤すべりとしてはすべり面角度が緩く，コ
アにも破砕は認められないことから，実際にこのような地すべりが存在するとは考えにくい．
②末端部すべり：地形ボーリングコアに地すべり性の破砕は認められず，地形にも表れていないため，こちらも

1)

図-1 調査地域の地質図 ，調査位置図

実際に存在するかどうかは不明である．

表-1 想定される地質状況

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

図-2 推定した地すべり形状と安定解析断面５. 斜面安定解析

６. 地すべりを仮定した場合の安定性評価

施工時の斜面の安定性評価のため，図-2に示した，①

地表地質踏査では，地すべりを示唆するような変状は大規模すべり，②末端すべりについて，現況及び切土施認められず，地すべりを仮定した場合の斜面安定解析で工時の安全率を計算した．解析に用いた各緒言の設定根は，十分安全側を考慮した諸元でも，現状，施工時にお拠は以下のとおりである．

いて十分安定している結果となった．上記より，地すべ①地層区分：機械ボーリング結果より設定した．なお，りが仮に存在したとしても施工時に不安定化する可能性

調査結果が末端部しかないこと，
切土施工時の応力開放，は低いと言える．ただし，対象斜面が流れ盤構造をなし，スレーキングを考慮し，想定すべり面より上位の岩盤層

スレーキング特性を持つことを考慮すると，施工時の表はすべて強風化シルト岩とした．

層崩壊が懸念されるため，施工の際は，吹付工等の法面②地下水位条件：安全側を考慮し，地表付近の水位とした．

保護工を併用し，逆巻きで施工していくことが望ましい．
また，左岸側のボーリング孔は孔内傾斜計観測孔仕上げ③地盤定数：地層毎に N 値より設定．強風化シルト岩については粘性土相当で設定した．

としているため，施工時の動態観測による安定性の検討も可能である．

④切土勾配：ボーリング調査結果を考慮し，軟岩の標準勾配である1:1.23)の勾配とした．

７． まとめ本業務では，調査で確認された礫層に対して，設計上安定解析結果を表-2に示す．

の安全側を考慮し，地すべりと仮定した場合の調査解析

安定解析の結果，①，②ともに現況安全率と施工時安を実施し，施工時の影響について評価した．本事例のよ

全率ともに Fs=1．200を大きく上回る結果となった．まうに，地すべりの有無が不明確な場合や，対象構造物にた，①については現況，施工後安全率がほとんど変化せ対して，想定される地すべりが大規模である場合は，事ず，②では施工後安全率の方が高い結果となった

業費等の兼ね合いから，広域的な地すべり調査を実施す
ることは難しい．そのため，今回のように簡易的に地す

表-2 斜面安定解析結果

べりの安定性を評価するのも有効であると考える．
《引用・参考文献》
1) 産業技術総合研究所（1994）（に加筆）：5万分の1 地
質図幅「高田東部」.
2) 防災科学技術研究所（2015）：1:50000 地すべり地形
分布図.
3) 日本道路協会（2009）：道路土工-切土工・斜面安定工
指針,pp397-403.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO31】

既存アンカーの効果を考慮した地すべり安定解析手法
株式会社エイト日本技術開発

1. はじめに宮翔太

ー力を大きく超え過緊張状態であることが分かった。
1箇

岡山県北部の道路法面において設置されたアンカーに所のみ「健全度 A」と評価したが、直上のアンカー頭部破損が発見され、法面調査を実施した。調査の結果、アが脱落しており、
1度過緊張状態になった後にすでに抜けンカーや法枠等に破損が確認されるとともに、地すべり落ちが生じ現在の値となっている可能性もある。

滑動が確認された。既存アンカーは緊張力が増加し部分的に破断しているものの、多くは過緊張の状態で地すべ

表-1 残存引張力とアンカー健全度の目安1)りに対して抵抗力を発揮していた。これらを踏まえ、既存アンカーの効果を考慮した地すべり安定解析と対策設計を行ったので報告する。

2. 調査結果(1) ボーリング調査結果
当地では4箇所においてボーリング調査を実施しており、代表箇所として最も地すべり深度の深い調査箇所のコア写真を写真-1に示す。当地では流紋岩～流紋岩質凝3. 安定解析方法

灰岩が確認され、岩質自体は硬質だが亀裂が発達してお通常、道路土工 切土工・斜面安定工指針に基づいて行

り、表層付近では風化により亀裂面を中心に褐色化の進

われる地すべり安定解析には「修正フェレニウス法」が行が見られた。

用いられるが、通常の安定解析手法では既存アンカー工の残存緊張力があるにも関わらず、その効果値が算定できないという問題が生じる。
このためアンカー工の効果を評価する場合には、図-1に示すとおり、地すべり安定解析式の分子側（地すべり抵抗力）にアンカー工の効果を加算した解析式が用いられる。アンカー工の機能の中には「締め付け機能」、「引
き止め機能」の2種類があり、図-2に示すようなメカニズ
ムで両機能が同時に作用している。
以上を踏まえ、本検討では、調査結果等から解析に必
要なパラメータを設定するとともに、既設アンカー工の効果を算定した。

アンカー工効果
想定すべり面

写真-1 代表箇所のコア写真(2) リフトオフ試験結果
当地では5箇所においてリフトオフ試験を実施しており、現状の残存引張力の把握を行った。
リフトオフ試験結果から荷重-頭部変位量グラフを整理し、表-1に示す残存引張力とアンカー健全度の目安に従って評価を行った。結果として5箇所中3箇所はリフト
オフせず「健全度 E」、1箇所は「健全度 C」で設計アンカ

図-1 アンカー工の効果2)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟となる。すべり安定解析では奥行1m 単位で行われるため、地すべり幅で除することで既設アンカー効果 P（kN/m）とした。

5. 検討結果
現況安全率 Fso=0.98とし、対策検討に必要な抑止力については、既設アンカー工の健全性が失われていることから将来的に切断・撤去が必要と考え、既設アンカー工
図-2 アンカー工の機能3)の効果を減じた上で計画安全率 PFs=1.20を満足する抑止力を算出した。

BPR5-1-1
T.P.+364.27 m
Dep = 26.00 m

BPR5-1-2

地すべり抵抗力 S’

N値T.P.+362.15 m
Dep = 14.00 m

0

10

20

20

40

30

40

50

RQD
0

0.00
0.50

60

80 100643-5 643-88 643-6

0

N値
0

10

20

0

20

40

30

40

50

0
D

RQD
0.00
0.25

60

RyTf-w1(D級）

80 100056=S（地すべり抵抗力）-P（既設アンカー効果）

33

45

28

77

41

69
CL

58

12

BPR4-1-2

CL

10

T.P.+354.30 m
Dep = 22.00 m

79

82

10

N値

RyTf-w2(CL主体）

50

65

CM

CM

10

20

0

20

40

30

76

89

60

PW L( HW L
HW L1m=7751.37-96.74

50

80 100

44

59
CL

)

13

11

81

68

40

60

0

70

64

95
CL

0

RQD
0.00
0.25

69

79

CM

CL

65

82

60

14.00

CM

69

D

BPR4-1-1
T.P.+344.46 m
Dep = 22.00 m

41

59

65

30

80

既設アンカー工

N値
0 10 20 30 40 50

CL

76

D

RQD
0 20 40 60 80 100

0
0.00
0.20

56

84

43

44

RyTf-w3(CM主体）

推定

45
CM

cm

50/0
44

0

すべ

50/4
CM

り面

CL

0

0
50/3
49

50

80

cm

50/0

50/0

CL

58

CL

安全率 Fs’=S’/T=7654.63/7909.54=0.967

20

0

75

CL

=7654.63

15

0

50/0

26.00

抑止力 Pr=PFs×T-S’

29

29

CM

50/0
46

cm

69

50/0
22

40

50/0
D

43

CH

0
50/0
63

58

50/0
71

0

50/0

22.00
23

RyTf(CH主体）

50/0
83
50/0
CH

推

既設アンカー工

定

す

べ

り

=1.20×7909.54-7654.63=1836.9（kN/m）

面

88
50/0
73
50/0
100

50/0

50/0
CH

500

3000

α= 32.

71

9°

50/0

θ=2 5.0°

50/0
95

93
cm

35
50/0
40

22.00

50/0

図-3 解析断面図

設計検討については、この抑止力に対して抑制工、抑止工の検討を行う方針とした。

4. 既設アンカー工効果算定
当地では既設アンカー工が41本、2種類の規格が施工済みとなっている。表-2に当地の既設アンカーにおける計画内容を示す。

6. 考察
本検討では、調査結果等を踏まえ、既存アンカーの効
果を見込んだことにより、実際に必要な抑止力に対してリフトオフ試験を行った際、ほとんどのアンカーが試

適切な対策工を検討することができた。

験荷重の限界値（0.9Tys）まで載荷してもリフトオフし今後このような、既設構造物が存在する現場におけるない状態であったため、正確な残存引張力は不明となっ解析検討についての事例が増えてくると考えられ、残存た。このため、本検討においては、確認できた0.9Tys をする効果をどのように評価し設定するかが課題となる。

残存引張力に設定して解析を実施する方針とした。

実状に合った適切な検討を実施するために、技術者がデータをどのように活用し評価するべきか更なる検討が必表-2 既設アンカー計画内容一覧表
法面左側
設計アンカー力 Td(kN/本)

要である。
法面右側

71.3

164.0

φ12.5mm×1

φ12.5mm×2

降伏荷重 Tys(kN)

156.0

312.0

リフトオフ試験値 0.9Tys(kN)

140.4

280.8

アンカー規格

配置間隔 a(m)

3.0

4.0

アンカー傾角 θ(度)

25.0

22.0

すべり面角度 α(度)

32.9

32.9

全アンカー本数 n(本)30

11

抜けているアンカー本数 n'(本)70

効力のあるアンカー本数 N(本)2311

表-2に示したリフトオフ試験値から推定されるアンカ
ー工緊張力 T（kN/本）、すべり面とアンカー工がなす角度α（度）、アンカー工と水平面がなす角度θ（度）を用い、法面左側および右側における既設アンカー工の①締付け効果、②引き止め効果を算定した。
ここで、上記のパラメータから算出される既設アンカー工の効果は、
左側法面23本＋右側法面11=計34本分の値《引用・参考文献》
1) グラウンドアンカー設計・施工基準，同解説（2012）：
公益社団法人地盤工学会，pp.2062) 道路土工 切土工・斜面安定工指針（2009）：社団法人
日本道路協会，pp.290-291
3) 道路土工 切土工・斜面安定工指針（2009）：社団法人
日本道路協会，pp.292

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO32】

令和 5 年 6 月豪雨による地すべりの発生機構と対策事例
株式会社エイト日本技術開発

〇遠藤

雅宏，種平

1. はじめに
令和 5 年 7 月上旬，道路山側の法面において地すべり

270

N
S-4

Bor- 3

凡例

265

明瞭な 地すべ り範囲

270が発生した．当地すべりは，8 月の伸縮計変動量が約

不明瞭 な地す べり範 囲

S- 1

滑落崖

2 6壊0
崩

265

亀裂

800mm/月を記録するなど非常に活発であり，道路沿い

開口亀裂・段差
湧水
25・ 滲 み 出 し

260

露頭

では地すべりの押し出しに起因すると考えられる小崩壊

5

崖錐

Bo r-2
S-3

5m

0
25

24

が閉塞し，通行止めとなった．早急な道路復旧を図るべ

2 50

約6

25 5

S-2

主測線

奥行

や落石が続き，7 月下旬，大規模な末端崩壊により道路

一成

24

5

235

く，調査・観測を実施した事例を紹介する．

Bor -1

5

(+)
24 0

0
23

当被災箇所は，標高240～270m の尾根先端の東側斜面

(+)

240

2. 地形・地質概要(+)に位置し，道路との比高は約60m である．斜面の傾斜は(+)

40度前後と比較的急峻で，道路沿いは1:0.5～0.6程度の

23

5
22

5

切土法面であった．

215

幅約

45m
調査計画
調査ボーリングは硬いが，潜在亀裂が多く，砕けやすい特徴がある．

3. 調査結果（1）踏査による地すべり範囲の推定

地盤伸縮計

0
21

10

0
05

図-1 踏査平面図

道路から水平距離約65m 地点において，延長26m の滑落崖が確認され，頭部とした（図-1）．発見時の滑落崖
は，最大高2m であったが，2週間後には6m に拡大した（写真-1）．西側（左側）は，段差約3m，幅1～2m の開口亀裂が続き，東側（右側）は，亀裂や谷沿いに移動土塊による押し出しが確認され，これらを側部とした．また，道路沿いの切土法面では，岩盤の破砕，地下水の滲
み出し，押し出しによる崩壊が確認され，末端部とし

写真-1 頭部滑落崖の状況

た．なお，道路面には変状は認められなかった．

（左：発見当初，右：2週間後）（2）LP 差分解析結果による地すべり範囲の推定
当地では被災前の LP データが存在したため，被災後に再度計測を実施し，差分解析を行った（図-2）．図-2より，頭部や右側部では約5m の大きな沈下が認めら
れ，左側部の下方から末端においては，約2m の隆起が確認された．本解析結果より，地すべり範囲が明確化されると共に，全体の変動状況を把握することができた．
（3）ボーリング調査結果①地すべりブロック内
地すべりブロック内で実施した Bor-1 及び Bor-2 では，
深度 10m 程度まで砂岩・泥岩が破砕した土砂状コア(D級)が確認された．これ以深は，亀裂や礫状部を挟むが，概ね新鮮な岩盤（CL 級主体）が確認された．
②地すべりブロック背後
滑落崖の背後で実施した Bor-3 では，深度 7m まで強化岩（DH 級）分布し，深度 7～12m は，地すべりブロッ
ク内では確認されなかった強風化泥岩が確認された．これ以深は，概ね新鮮な泥岩（CL 級主体）が確認された．

230

最大

225

0

40

220

21

傾斜は変化に富み一定ではない．当地の泥質岩は，岩質

220

230

21 5

地質は，四万十帯の泥岩優勢層が分布し，地層の走向図-2 差分解析図（R5.4.11～R5.7.26）

20m

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 観測結果

ため，排土工を計画し，計画安全率（P.Fs=1.12）に対（1）伸縮計観測結果する不足をアンカー工で補うこととした．さらに，残置

地すべり頭部と右側部に設置した S-1 及び S-2 では，する地すべり土塊は，表層が攪乱され脆弱となっている

8 月中旬の豪雨（143mm/日）により，約 240mm/日の大規ため，鉄筋挿入工により補強する計画とした（図-5）．

模な変動が記録された（図-3）．それ以降も，降雨に伴8. おわりにい顕著な変動が認められた．左側部に設置した S-3 では，地すべり災害時においては，踏査やボーリング調査，

S-1 や S-2 と比較すると，総移動量がやや小さい傾向が観測を行い，地すべりの発生機構を速やかに把握するこ見られた．また，滑落崖背後の小亀裂に設置した S-4 でとが重要と考えられる．当現場では，地すべりの活発化

は，目立った変動は認められなかった．

によってボーリング調査が実施できない期間が生じたた（2）パイプ歪計観測結果

め，踏査や LP 差分解析により，地すべり範囲と変動状

地すべりブロックで実施した Bor-1 及び Bor-2 では，

況を明らかにし，その後の調査・観測を速やかに進める

3 月の降雨（247 ㎜/月）により，約 2,000μ/月の顕著ことができた．今後も様々な現場で経験を積み，状況にな変動が確認された．また，背後斜面の Bor-3 では目立応じて適切な判断が行えるように研鑽を積んでいきたい．

った変動は確認されなかった．
（3）水位観測結果

大又藤野川線災害

地盤伸縮計変動図
Ｓ －１
Ｓ －２
Ｓ －３
Ｓ －４

1200
引

孔内水位は，3 月の降雨により，Bor-1 で約 2.5m の水位変動が確認された．また，尾根付近の Bor-3 では，約

1000

地盤伸縮量

600

（ ｍｍ）
400

5m の顕著な水位上昇が確認された．これにより，背後200（東側に続く山地）から地下水が供給され，地すべり地

100
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0

縮

（ ｍｍ）

に流入していると推察された．

当地すべりは，右側部において引張りによる変状が認められる一方，左側部は圧縮やずれの傾向を示している．

Ｓ －１ 時Ｓ －２ 時Ｓ －３ 時Ｓ －４ 時Ｓ －１ 日Ｓ －２ 日Ｓ －３ 日
Ｓ －４ 日

200
150

日変動量
（ ｍｍ）

（1）解析測線の設定

圧

0

時間変動量

5. 解析結果

張

800

100
50

坂

坂

野

50

川

40

川

120

30

日

90

雨

20

雨

60

量

10

時
間

（ ｍｍ）

野

量

150

143

85

30

（ ｍｍ）

日
月
年

5 10 15 20 25 30 4 9 14 19 24 29 4 9 14 19 24 29 3 8 13 18 23 28 3 8 13 18 23 28 2 7 12 17 22 27 1 6 11 16 21 26 2 7 12 17 22 27 1 6 11 16 21 26 1 6 11 16 21 26
8
9
10
11
12
1
2
3
4
5
2023
2024

この違いは，S-3（左側部）より S-2（右側部）のほう
が月変動量で 1.3～1.7 倍大きいなど，伸縮計の変動量

図-3 地盤伸縮計変動図
280

280

Bor-3
GH+ 271.23 m

旧地形 （2023年4月）

Bor-3w Dep = 17.00 m

旧地形 （2023年6月）からも確認できる．他にも，地すべりが大きく変動した

GH+271.2 3 m
Dep = 7. 00 m

現地形 （2023年11月 ）N値
0 10 20 30 40 50

0

270

1

11/31

2
3

際に，伸縮計 S-3 の塩ビ管が左側に屈曲し，移動杭が左

GH+256.26 m
Dep = 16.00 m

GH+255.80 m
Dep = 8.00 m

9

13

250

37
50/27

強風 化泥 岩CL

6.94( 11/17)

GH +241.3 3 m
De p = 19 .00 m

260

12

HW

0 10 20 30 40 50

1

12

7

250
8.15m(変 動C)

CL
DH
CL

13
14
15

DH
CL
DH
CL

240

11/31
4/31

6

7

7

9

泥岩

CL

17

DL

5

9.1 6(11/2 2)

CM

5

3

8

L

16

4/32

2

4

CL

9/32

6/33

8

11

0

240

CM

9

7

9

CL

10

m
N値

CM

8/32
10

DL

10

10
33

11

230

12

BP+20.0(主測線)

押 し出し 崩壊

230

DM

13

13.9m(変 動B)

14

GH=213.35
FH=

析側線を設定した．

DH

9/32
DL

6

Bor-1
Bor-1w

15

17

5/35

3

14

16

13

2

5

15
16

CL

17

DH
CM
DH

18

CL

19

220

（2）すべり面の設定
ボーリングコアの土砂部と岩盤の境界及びパイプ歪計

270

12

DH

12

1

GH+241.33 m
Dep = 10.00

動していると考えられた．以上より，図-1 のように解

8

11

N値
0 10 20 30 40 50

04

ら下の移動に加えて，上から見て右から左に向かって移

7

DM

10

260

側に移動していた事や，左側部において押し出し崩壊や岩盤の破砕が顕著であったことから，当地すべりは上か6.76( 11/29)

13
13

5
6

泥岩 風化 土8
DL

4

Bor-2w Bor-2

220

崩土

210

210

すべり面
HWL（観測期間中の最高水位）で顕著な変動が確認された深度より図-4 のようにすべ

200

200

り面を設定した．

図-4 地質断面図

6. 地すべりの発生機構
元来地下水の供給が豊富であった当該斜面において，

頭部排土工

台風に伴う記録的豪雨（日雨量が観測史上2位）があり，過剰な地下水が供給され，地すべりが発生したと考えられる．そして，その後の降雨により，地すべりが活発化し，移動土塊の攪乱が進行したと考えられる．
現況安全率は，降雨に伴って地すべりが滑動する状況

横ボーリング工
グラウンドアンカー工
鉄筋挿入工

であるため， Fs=0.98と設定した．

7. 対策工検討
当地すべりの対策工としては，地すべりの原因となった過剰な地下水上昇を抑制するため，地下水排除工（横ボーリング工）を計画した．また，頭部荷重を軽減する

図-5 対策工断面図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO33】

地すべりブロック末端部における変状原因の究明と対策工検討事例
中央開発株式会社〇神田淳，栗原朋之，西村修一，田中風羽，上原大二郎

1. はじめに一般に地すべりブロック末端部では，地すべりの活動

石積みブロック
はらみ出し

No.1

に伴って，土塊の押し出しなどによる変状が発生しやす

陥没

い．調査地では，擁壁基礎部から湧水しており，末端部に位置する歩道や擁壁に沈下や目地の開きといった変状

歩道部にクラックが確認されており，「地すべり活動による変状」，「降雨浸透による擁壁背面の水位上昇による変状」，「埋設管の漏水による土砂流出による変状」のいずれかの原因で発生

吸い出し
湧水

目地の開き

擁壁基礎部の土砂流失したと推測された．

浸食

本調査では地すべり活動との関連性を疑い，斜面の微地形解析，パイプ式歪計，湧水の水質分析，地下水観測

図-2 地すべり末端部における変状の概要図

孔と地下水モニタリングや降雨との関連性などの多角的変状は，ブロック積擁壁の押出し，擁壁基礎部およびな視点から変状要因を抽出して，原因の特定を行うとと裏込めの土砂の流失，歩道部に複数クラックと沈下が確もに，変状部において将来的に発生の恐れが想定される

認されていた（図-2）．

斜面崩壊に対する対策工法の検討を行ったものである．

既往調査によると地すべりブロックは，滑落崖の高さ
が 1～2m，最大は約 6m であった．複数ある側方部の滑落

2. 調査地の概要

崖では，φ20～30cm の杉が根曲がりしているものの，そ図-1 は既往調査より得られた踏査結果である．当初は，れよりも幅の小さい木では，根曲がりが確認されなかっNo.2～No.3 の間にある B ブロックの活動により末端部にたため，現在の地すべり活動は沈静化していると考えらある No.1 付近で変状が発生したと考えられていた．過れた．

年度から No.1～No.3 の 3 箇所でパイプ式歪計と地下観測を実施していた．

地質は三波川帯の結晶片岩と泥質片岩が分布し，地表には約 7～10m の崩積土が堆積している．基盤岩の片理

A ブロックNo.3

面は，斜面に対して受け盤構造をなしている（図-3）．

パイプ式歪計
地下水観測孔No.2

比抵抗モニタリング
変状発生個所
No.1
国道

B ブロック鉄道

No.2
パイプ式歪計
地下水観測孔図-3 変状部の想定地質断面図

比抵抗モニタリング

3.変状要因の抽出

変状発生個所No.1(1) 動態観測結果と降雨との相関性

パイプ式歪計
地下水観測孔パイプ式歪計の観測では，3 地点とも全深度で，地すべり活動に関係する変位は殆ど確認されなかった．
地下水観測では，No.2 で年間の累計降水量と比例して水位低下傾向であること，No.1，No.3 では降雨による水主測線

位変動が見られないことを確認した．また，変状部に近図-1 平面図傍に位置する No.1 では，降雨と季節変動に関係なく，不自然な水位変動を繰り返しており，湧水と同程度の深度であった．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(2) 比抵抗モニタリングによる地下水探査

たことで，擁壁及び歩道部に変状が発生したと推測した．

降雨と地下水位の相関性が見られないことから地下水位データを補完する目的で No.1～No.2 の間で比抵抗モ

4.対策工の検討

ニタリングを 9 月～12 月に設置した（図-3）．その結果，

調査の結果，変状原因は，地すべり活動によるもので

降雨後少なくとも地表から GL-6m 以浅（探査深度可能）はないと判断された．しかし，斜面末端には鉄道と国道に地下水位が存在していないこと，崩積土の透水性が高が通り，将来的に斜面崩壊の可能性が懸念されるため，いことが判明した．したがって，「降雨浸透による擁壁背斜面対策工の検討を行った（図-5）．

面の水位上昇による変状」は，可能性が低くく，湧水と基盤岩の粘着力 c および内部摩擦角φは，既往調査結の関係が疑わしいことを確認した．

果に基づき設定した．崩積土は，既に変状が発生してい(3) 微地形判読と地表踏査結果の評価

るすべり面①の安全率を Fs=0.981），現時点で変状が確認

擁壁背面の水位上昇による変状ではないこと，動態観されていないすべり面②の安全率を Fs=1.001）とした場

測では地すべり活動が確認されなかったことから，対象

合の c-tanφ関係図を用いて，逆計算により設定を行っ

斜面の地形を詳細に把握するため，UAV レーザー測量にた．すべり面③は対策工仕様検討のための必要抑止力算

よる微地形判読を行った．その結果，既往調査では地す

出のため設定した．

べりブロックの滑落崖とされていたものは，遷急線と侵

No.2

食前線と判読された．これらの結果から，既往調査で変状箇所の背面の地すべりブロックとされていたものは，

すべり面②

崩積土

斜面の侵食によって形成されたものと考えられる（図-4）．
このことから「地すべり活動による変状」ではなく，大No.1

半は浸食に伴う変状と判断した．
遷急線

すべり面①

黒色片岩

国道

主測線
侵食前線

緑色片岩

すべり面③
鉄道

No.3
図-5

斜面安定化対策

対策工は，保安林や民有地のため，極力自然を残せる工法として，樹木伐採や大型機械が不要な地山補強土工であるノンフレーム工法を提案した．なお，対策工適用
No.2

地すべり
ブロック

変状発生個所にあたっては，擁壁及び歩道部の改修において土砂撤去が必要となるが，上部すべり面の末端部の土塊が無くなることで土の重量による抑止効果が低減し，すべり破壊

No.1

を誘発する可能性がある．そのため，施工手順として，変状部の上方斜面の安定対策を行い，次に擁壁・歩道の改修工事，最後に下方斜面の安定対策を行う施工計画を

図-4 微地形判読結果提案した．

(4) 変状部における湧水の水質分析
変状部では，
擁壁基礎部から湧水が確認されていたが，5.おわりに地表踏査では同標高で湧水を確認できなかった．比抵抗

本調査は，地すべりブロック末端部で発生した変状にモニタリングの結果においても湧水と地下水の関係が不ついて地すべり活動との関連性を疑い，各種観測調査，確実であった．また，埋設図面は無いが，歩道部に水道

降雨との相関性，微地形判読，地表踏査，水質分析によ管が通っている可能性が考えられたため，残留塩素測定

る多角的な視点から調査を行い，変状原因を明らかにしを行った．その結果，変状箇所の湧水および No.1 から残た．

留塩素が検出され，水道水が漏水している可能性が高い

今回の業務では，変状を地すべり調査の観測結果のみと判断した．

で判断するのではなく，降雨や湧水などあらゆる環境条(5) 変状要因の考察

件を整理して，地すべりの発生メカニズムと変状の関係

以上の観点から変状は，擁壁背面の歩道直下に埋設す性を分析した技術者として貴重な現場であった．

る水道管からの漏水によって，擁壁基礎周辺部の土砂洗《引用・参考文献》

掘と流出が引き起こされ，擁壁基礎底面の支持力を失っ

1）道路土工-切土工・斜面安定工指針（平成 21 年度版）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO34】

地すべり崩壊斜面による崩壊予測手法の適用事例
ニタコンサルタント株式会社

〇辻

敦矢，橋本

1. はじめに昌夫，荒井クリープ破壊時間 tr

地すべり活動や道路工事等により変状が発生した斜面

1次クリープ

地盤伸縮計では、変動状況を監視するだけでなく、変動

破壊

3次クリープ

2次クリープ

ひ
ず
み

に対して、
地盤伸縮計による動態観測を行うことが多い。

健助

ε量から崩壊時刻を予測する手法が提案されている。一方で崩壊に至るまでの観測データが得られる事例は少ない。
本稿では、地盤伸縮計 2 箇所と縦型伸縮計 1 箇所にお時間 t

図-2 クリープ曲線模式図3)

いて崩壊に至るまでの観測データが得られた事例を用いて、実崩壊時間と崩壊予測法によって算出された崩壊予測時間との比較を行った。

(1) A 地区
豪雨災害により道路に亀裂が生じたため、地盤伸縮計を設置した。観測開始時から変動が確認され、11月1日以

2. 地質概要

降、徐々に変位速度が加速しており、11月29日の豪雨を調査箇所である徳島県の地質構造は、中央構造線、御荷鉾構造線、仏像構造線等のほぼ東西に延びる構造線(大断層)により分断され、整然とした帯状構造を呈している。それらは、プレート運動の関わりで形成された変成岩や付加体とその関連地質体で構成され、北から領家帯、受けて変位速度が急上昇した。
2次クリープ区間は10月21日16時から10月31日8時に設定し、その時間に移動した量は1.4mm である。
これらの条件で崩壊予測した結果、最短崩壊予測時間
は93日16時間後となった。

三波川帯（御荷部緑色岩類を含む）、秩父累帯、四万十

地盤伸縮計変動図（Ａ地区）

帯に区分されている。

12月12日12時頃

58日19時間後

引
張30

今回の調査箇所は、A 地区が四万十帯、B 地区および

25

20

C 地区が三波川帯に属している。

変

位○ひずみ速度算出区間
9日16時間：13920分
変動量：1.4mm

量
（ｍｍ）
15

10

5
圧
縮

C

0

B

100

降

水

量
（ｍｍ）
50

A

日
月
年

10

20

30

10

20

10

30

10

20

11

30

12

2003

図-3 Ａ地区の地盤伸縮計変動図4）(2) B 地区
トンネル側道（旧道）の道路改良工事中に地すべり活動が確認されたため、ブロック頭部の滑落崖に地盤伸縮
図-1 四国の地帯区分図1)計を設置した。その後、豪雨を受けて6月30日に変位速度が加速し、4日後の7月3日18時頃に斜面が崩壊した。

3. 実崩壊時刻と崩壊予測時刻の比較
崩壊予測手法については、さまざまな手法が提案されているが、実務においては3次クリープに移行すると現場対応等ができない場合が多いため、2次クリープの段階で2次クリープ区間は6月25日15時から6月29日10時に設定し、その時間に移動した量は3.6mm である。
これらの条件で崩壊予測した結果、最短崩壊予測時間
は27日後となった。
地盤伸縮計変動図（Ｂ地区）

崩壊予測を行う事が多い。そのため、本稿では参考文献
2）に準拠し、2次クリープからの概略予測法を適用した。

log 10 tr = 2.33－0.916・log10ε±0.59 ・・・ （式－１）
tr : クリープ破壊時間
ε : ひずみ速度（10-4/分）

7月3日18時頃

12日5時間後

引
張

800

変

位

○ひずみ速度算出区間
3日19時間：5460分
変動量：3.6mm量（ｍｍ） 600

400

200

2 地点に打設された杭間に対してひずみ速度は次式により求められる。
ε= (Δl／l)／Δt・・・ （式－２）
l : 杭間の距離(mm)Δl : Δt で変化した移動量(mm)Δt : Δl の移動に要した時間(分)

117
102

100
82

降

水

量
（ｍｍ）
50

観測地点：神山
日
月
年

21

22

23

24

25

26

27

28

29

30

6

1

2

3

4

5

6
7

2018

図-4 Ｂ地区の地盤伸縮計変動図5）

7

8

9

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(3) C 地区

C 地区のケースでは、2次クリープのひずみ速度から崩地すべりブロック末端部の孔内傾斜計観測孔が地すべ

壊予測時間を算出した結果、実崩壊時間は崩壊予測時間

り活動による孔曲がりで観測不能となった。そのため、の範囲内であった。
この結果から2次クリープの崩壊予測

縦型伸縮計を設置し、変動量の監視を行った。その後、

式は縦型伸縮計においても適用できる可能性がある。一渇水期においても変位は累積し、令和2年4月17日に地す方、沈下等による圧縮変位によりひずみ速度が小さくな

べりブロック末端部斜面が崩壊した。

ると崩壊斜面予測時間が長く算出される可能性が考えら

2次クリープ区間は1月以降に変位速度がやや加速してれる。

いるため、12月4日8時から12月31日9時に設定した。当該期間に移動した量は9.5mm である。

今回の事例から2次クリープの概略予測法では、
クリー
プにより崩壊に至る場合は、概ね予測時間範囲内で算出

これらの条件で崩壊予測した結果、最短崩壊予測時間
は195日17時間後となった。

されるが、降雨等の気象条件や変位量の信憑性（正確性）
等により崩壊予測時間と実崩壊時間に差異が生じることを確認することができた。

縦型伸縮計変動図（Ｃ地区）

4月17日14時頃
引160

張

208日7時間後140○ひずみ速度算出区間
15日2時間：21720分
変動量：3.2mm

120

100

変

位

量

（ｍｍ）

５. おわりにインバー線破断

2次クリープの概略予測法では、式や結果の解釈、気象

80

条件、地質構造などにより、適合している場合とあまり

60

適合していない場合がある7)。

40

20

0

本稿では一般に地盤伸縮計で使用する崩壊予測法を縦圧
縮型伸縮計で得られた崩壊事例に適用して実崩壊時間との

１２／２～３／２まで久保観測地点、
冬季閉局のため、京上観測地点を代用する。
300

降

水

量

比較を行うことができた。

200

（ｍｍ）

観測地：久保
（京上）

100

日
月
年

10

20

30

10

8

20

30

9

10

20
10

30

10

20

30

10

11

20
12

30

10

20

30

10

20

1

10

2

2019

20

30

10

3
2020

図-5 Ｃ地区の縦型伸縮計変動図

6）

務では地すべり活動が進行中に崩壊予測を行うものであ

表-1に算出条件、崩壊予測時間（最短値）および実崩
壊時間を示す。

る。そのため、使用する崩壊手法について理解をしておくことと留意点を把握しておくことが重要である。そう表-1 崩壊予測結果一覧表

すれば、崩壊予測手法は地すべり活動の現状を把握する

A地区

Ｂ地区

C地区

杭間距離：ℓ (mm)

5000

8000

16000 ※

移動量：Δℓ (mm)

1.4

3.6

3.2

時間：Δｔ

232時間

91時間

362時間

ひずみ速度：ε(10-4/分)

0.000200.000780.00009

崩壊予測時間（最短値）：ｔｒ

93日16時間後

27日後

195日17時間後

実崩壊時間

58日19時間

12日5時間

208日7時間差

今回は崩壊後の事例において崩壊予測を行ったが、実20
4-34日21時間-14日19時間+12日14時間

1つの方法として有効であると考える。
《引用・参考文献》
1) 四国地方土木地質図編纂委員会編：四国地方土木地
質図(1998)、加筆
2) 地すべり防止技術指針及び同解説(H20.4)：国土交通
省砂防部、独立行政法人土木研究所、p.76
3)べり，vol.22，No.2，※縦型伸縮計の杭間距離は、ワイヤーの固定点から機械までの距離である。

各地区の崩壊予測時間と実崩壊時間との比較結果は、

斉藤迪孝・上沢弘(1966)：「斜面崩壊時期の予知」地す

4) 気象庁アメダス：観測地点「蒲生田」C 地区は崩壊予測時間内で実際に崩壊したが、A 地区とhttps://www.data.jma.go.jp/stats/etrn/index

B 地区では崩壊予測時間より早く崩壊した。

（確認日:2024.5.31）
5) 徳島県水防情報 神山(国)観測所

４. まとめhttps://www.kasen.pref.tokushima.lg.jp/

各地区の現地状況や観測結果から崩壊予測時間と実崩壊時間の差異について述べる。

（確認日：2018.7.10）
6) 徳島県水防情報 久保観測所(欠測時は同 HP の京上観

A 地区および B 地区のケースでは、1次クリープと2次測所を参考)

クリープが確認されるが、降雨の影響で急速に変位速度

https://www.kasen.pref.tokushima.lg.jp/が加速している。本稿で使用している崩壊予測式では、クリープによるひずみ速度から破壊時間を求めており、（確認日：2020.4.21）
7)

斉藤迪孝(1987)：「斜面崩壊時刻予測のためのクリープ

降雨の影響で急速に変位速度が大きくなったため、予測曲線の適用について－崩壊予測の批判に答えて－」地

時間より早く崩壊したと考えられる。また、機器の設置

すべり，vol.24，No.1，

時は、既に1次クリープの途中であったため、実崩壊時間が短くなっていた可能性も考えられる。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO35】

地すべりにおける地形差分解析の活用事例（株）みすず綜合コンサルタント
長野県姫川砂防事務所

1. はじめに〇井上

丸山賢治，阿部 健

尊、小橋

茂和、山下

亨

動杭観測（16箇所）であり令和2年から継続観測されてい近年，航空レーザー測量の普及により高精度な地形デる．
これに差分解析を加えて地すべり機構解析を行った．

ータ（LP データ）が入手しやすくなってきている．地すべり調査におけるボーリング，移動杭，物理探査といっ

4. 調査結果た従来の調査手法は点や線の情報が主体であるが，経年（1）パイプ歪計観測の LP データを差分解析することにより広域の土砂移動

融雪期（3～5 月）に各孔とも地下水位の上昇に伴いの傾向を面的に且つ簡易に推定することができる．本発

準確定～確定を含む顕著な変動を示す．夏季降雨時の変表では地すべり機構解析において従来手法に加えて差分

動は融雪期に比べて小さく豪雪の素因が大きい．

解析を活用した事例を紹介する．

E ブロックを除く全てのブロックで動きがあり C ブロ
ックは全域で活発である（図-2）．特に地すべり左末端

2. 調査地の概要の動きが大きく融雪期に観測孔が流出し今回リボーリン

調査対象である外沢地すべりは，長野県小谷村の豪雪グを行った．C ブロックのすべり面コンターをみると左地帯にある姫川に面した幅200m の大規模な地すべりで末端の方向に等高線の谷があり、この方向への動きを示ある．鮮新統の火山噴出物（主として凝灰角礫岩）を基

唆する．地下水は基本的にコンター方向からブロック内

盤とする風化岩すべりで C ブロックを本体とし最大層厚へ流入するため対策工はこれに従った配置とした．

は50m，末端に E・D ブロックの浅いすべりが発生し，B ブ
ロックは本体内部の浅いすべりと考えられている．末端部の安山岩堅岩と左サイドの断層が地すべり滑動を規制Aしている（図-1）．
地すべりは過去に大規模な滑動を繰り返しており大正時代には姫川を堰き止めた記録がある．近年では平成22
年に活発化し抑止杭が地表に突出する被害を受けた（図-3，写真-1）．令和2年に事業が再開され調査ボーリング
13箇所・解析・地下水排除工を主体とした対策工設計が行われた．本調査では地すべりの継続観測と地すべりにより流出した孔のリボーリング，機構解析・対策工の再リボーリング位置検討を行った．

A’

すべり面の
高まり

A ブロックB9B8図-2 パイプ歪計変動箇所と C ブロックすべり面コンター図

B7

A

断層
B5

C7

杭の突出
崩積土

C ブロックC5B3A4B ブロック

強風化岩
深いすべり(C ブロック)
風化岩

D3’
B1
E ブロックC3
A1

D ブロックA’

浅いすべり(D ブロック)

図-3 断面図

C2

安山岩堅岩

姫川

ボーリング
リボーリング

図-1 調査位置図

3. 調査方法
調査項目は地下水位観測・パイプ歪計観測（13孔），移写真-1 杭の傾倒
地表に突出し谷側に傾倒している全地連「技術フォーラム 2024」新潟（2）移動杭観測図-6 左末端部
拡大図
脚部の隆起や
粘土の押し出し、急斜面の崩
壊・堆積箇所が隆起・沈降箇所と調和的

D ブロックの変動が特に活発で R2～3 は年間 4m 以
脚部の隆起
→杭突出と一致

上，R3～4 はそれ以上（観測孔流出）の変動がある．他のブロックも年間 1～4cm，多いときは 10cm 程度の変動がある．変動時期は融雪期が主体であり，融雪の多かった R3～4（最積雪深 221cm）は特に変動が大きい．鉛直

粘土押出し

方向は全体に沈下方向に変動している（図-4）
．
崩壊と堆積

50m

差分解析結果は B・C ブロック左脚部の隆起，C ブロ
ック背後の沈降，D ブロック末端急斜面の圧縮と崩壊が顕著であり，E ブロック側末端は隆起が少なく圧縮は小さいと言える．左脚部の隆起域は杭の突出箇所と一致し脚部の跳ね上げが考えられる（図-6）．全体として移動杭と同様に近年は D ブロック側への土砂移動が顕著なことを示す．C ブロック背後の沈降は滑落崖と一致し，薄いすべりが予想される（図-5）．
（4）地すべり移動の変遷
滑落崖が差分解析の沈降帯と一致すること，滑落崖と地すべり堆の形状が一致することから図-7に示す地すべ
り移動の変遷を推定した．
地すべりは① 南西方向に移動
した後，②断層の尾根にぶつかり西へ向きを変え，③そ※矢印は移動方向。緑＜ピンク＜赤の順で移動速度が大きい

図-4 移動杭観測結果の後末端で岩盤に規制されて左右，④特に D ブロック側（3）差分解析に出口を絞られて抜け出す機構が考えられる．よって現長野県では平成24年度と令和3年度に航空レーザー測在は左末端の変動速度が著しく大きくなっている．

量が県内ほぼ全域で実施されている（林務部は山間部中
滑落崖か
らの分離

心）．今回はこれを用いて鉛直方向の差分解析を行った

滑落崖・尾根（表-1）．両者の時間差は8年である．杭の突出があったのは初期データ（H24）の3年前である．

浅いすべ
りが継続

表-1 差分解析使用図面
図面
H24長野県林務部LPR3長野県建設部LP

撮影時期
2013/92021/11精度
0.3m以内0.3m以内

断層尾根
にぶつかり
西へ向き
を変える

①

②
滑落崖と地
すべり堆の
形状が一致

③

滑落崖の沈降薄いすべり？

④
岩盤にぶつかり末端は主に
南西へ向かう図-7 地すべり移動の変遷の推定

5. まとめ実測値として重要な従来調査手法をベースに差分解析
本体脚部隆起→杭の突出を加えることで隆起・沈降箇所の面的な分布が広範囲で明らかとなり，個々の観測結果が示す地すべりの移動方

緩斜面の
圧縮

向やブロック毎の活動度を説明するのに整合的な結果が変動小さい

図-6 拡大範囲
末端急斜面の圧縮と崩壊図-5 差分解析結果（矢印は地表の移動方向）

(m)
13
10
8
5
3
0
-3
-6
-10
-13
-16

得られた．差分解析は地すべり機構を総括する手法として，また地すべりの経時的なモニタリング手法として比較的容易に広範囲を解析できる点で特に有効と考える．
課題としては測量精度が同等であること，有意な変動を得るための測量精度を閾値としたデータ解析，植生による影響の緩和（落葉時期に合わせる）
等が挙げられる．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO36】

供用開始から長期間経過後に顕在化した路面隆起の発生メカニズムについて
株式会社新協地質

1. はじめに

〇高橋

大樹，増村

通宏，若杉 肇3. 調査結果

開削により造成された道路において路面の隆起が発生(1) ボーリング結果

し、動態観測の結果、切土法面の変位も確認された。調本法面には、上位より破砕質風化泥岩（Ls）、泥岩（Ms）、

査地は新第三紀の泥岩が分布する地域で、当該法面は流凝灰質泥岩（tMs）の3層が分布する（図-2）。既往の地質れ盤構造と推察される。また、路面の変状（隆起）は、図によると、流れ盤構造の法面と考えられる。

道路の供用開始から約 25 年も経過した後に顕在化している。本稿では、応力開放に起因する風化・緩み領域の
経年的な拡大に着目し、変状の発生メカニズムを考察した事例を報告する。

2. 調査地概要(1) これまでの経緯
平成6年 ：道路竣工～令和1年：多少道路が波打つ程度で顕著な変状なし
令和2年～：路面の隆起が顕在化(2) 現地状況

図-2 地質断面図

現地では、路面隆起の他、法面の押し出し、尾根上のコアの状況から、破砕質風化泥岩（Ls）は旧期の地す

開口亀裂、
法枠工の亀裂などの変状が確認された（図-1）。

べり移動層、泥岩（Ms）と凝灰質泥岩（tMs）は過去に移これら変状の発生原因として、応力開放に起因する切土動した経験をもたない基盤層と考えられる。

法面のすべり破壊が疑われ、詳細調査を実施した。

基盤層は新鮮な状態であれば N 値50以上を示す岩盤であるが、BV-1地点では深度7m 付近（tMs の上層部）まで
N 値が24～26程度に低下している。なお、平成4年の工事中に実施された B-1では深度4m 付近から N 値50程度以上が確認されており、本法面では切土当初に比べて N 値の低下領域が深度方向に拡大していると考えられる。
また、凝灰質泥岩（tMs）では乾燥したボーリングコアの表面に針状の結晶（写真-2）が見られ、特に N 値が変化する深度7.0m 付近で析出が多い傾向が見られた。
Ls

・均質な泥岩・層状に酸化色帯びる・亀裂や破砕ほぼなし

・凝灰岩の薄層を挟在・亀裂や破砕ほぼなし

Ms

tMs

写真-1 ボーリングコア写真（BV-1）

路面隆起
図-1 調査平面図

写真-2 tMs 層表面の析出鉱物（深度7.5～7.6m）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 変状の発生原因(2) 観測結果①地下水位観測、パイプ歪計観測

現地状況と調査結果から、当該箇所に見られる数々の地下水位は浅部（Ls 層内）に位置し、降雨後は地表

変状は応力開放に起因する切土法面のすべり破壊による付近まで上昇する。パイプ歪計は深度3m、7m で累積変ものと考えられる。すべり破壊は、浅いすべり（Ls 層の動が認められる。特に深度7m は顕著な変動を繰り返し、再活動）と深いすべり（基盤層内に発生した初生すべり）

令和6年能登半島地震発生の際も大きく変動している。

の2つが存在すると想定され、路面隆起は主に深いすべりに起因していると考えられる。深いすべりが発生した背景には経年的な地山（Ms 層、tMs 層）の強度低下があるとみられ、応力開放による緩み、粘土鉱物の膨潤、化学的風化による変質などが地山の強度低下に大きく関与していると考えられる。

5. 路面隆起（深いすべり）の発生メカニズム
路面隆起（深いすべり）の発生メカニズムは図-4のように考えられる。

図-3 BV-1観測グラフ（令和5年8月～令和6年4月）②移動杭観測移動杭観測は、変状範囲を中心に計6点で実施し、うち3点（No.1、No.5、No.8）で明確な移動を確認した（図1、図-2）。
水平変位については、
いずれも南東側に移動しており、法面の傾斜方向と斜交する。この移動方向は切土前の地
表傾斜方向あるいは層理面の傾斜方向を反映したものと考えられる。なお、工事中（平成4年）に滑動した隣接ブ
ロックもこれと同様に南東側へ移動している。
鉛直変位については、No.1は隆起、No.5は水平移動、No.8は沈降の傾向が見られた。
図-4 路面隆起の発生メカニズム説明図(3) 室内試験結果
地山の膨脹性を評価する目的で、ボーリングコアを用いて CEC 試験を実施した。試験結果を表-1に示す。

6. これまでの対応と今後の対応方針
浅いすべりは、トップヘビーの不安定な断面形状を呈表-1 CEC 試験結果一覧表

しており、突発的に滑動して車両の通行に大きな支障が

採取深度

地層
区分

陽イオン交換容量
cmol(+)/kg

出る危険性が高いと判断されたため、優先的に対策工（横No.1

4.5～5.0m

Ms

30.4

No.2

6.5～7.0m

tMs

27.5

深いすべりは、令和6年能登半島地震以降、歪計の累積

No.3

8.5～9.0m

tMs

25.5

変動がなく小康状態となっているが、今後は大雨、融雪

試料番号

陽イオン交換容量は、いずれの試料も20cmol(+)/kg を超えており、膨圧発生の可能性がある地山と評価される。

孔ボーリング工）を実施した。

期の観測データや現地状況を注視しながら対応を検討する予定である。

また、No.2の試料を用いて X 線回析を実施した結果、少量ながらスメクタイトと黄鉄鉱が検出された。スメクタ

7. おわりにイトの含有は、CEC 試験における膨脹性の評価を裏付け

本事例では、道路の供用開始から路面隆起が顕在化するものと考えられる。黄鉄鉱の含有は、その酸化によりるまでに約 25 年も要したが、この時間的遅れは地山が硫酸が生成されることを示唆しており、硫酸が種々の鉱強度低下する速度に関係していると考えられる。強度低物を溶解することによる化学的風化の素因になる場合も下の速度は地山の応力状態や含有鉱物、気象条件などある。前述のボーリングコアの表面に析出した針状の結様々な要素の関与によって変化すると思われる。今後の晶は、化学的風化の結果として生じた硫酸塩の可能性が

斜面調査業務でもこのような点に着目して機構解明に取ある。

り組んでいきたい。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO37】

破砕帯分布地域における斜面変状調査の事例
東邦地水株式会社

1. はじめに

◯今村

泰基，寺地

啓人

以上を考慮し，以下の調査を計画実施した．

調査対象地は国道沿いの切土のり面に位置する．のり・コア採取率向上を目的としたφ86mm のコアボーリング

面下部の吹付工にクラック，法尻側溝に押し出し破壊等

・地質状況を把握するためのボアホールスキャナ観測の変状が発生し，応急対策として法尻部に大型土嚢が設・移動土塊の性状確認を目的とした標準貫入試験

置されていた．対策工検討に必要な地質構成や性状等の・地下水位の変動把握のための地下水観測

基礎資料を得ることを目的として実施した調査の事例を

なお，ボアホールスキャナ観測，標準貫入試験は No.1

報告する．

地点のみで実施した．

2. 地形地質概要

4. 結果・考察

調査地域の地形は標高150～200m 程度の山地と標高調査の結果，分布地質と構造に以下の特徴が認められ50m 前後の台地からなり，調査地では道路建設に伴い高た．

さ約30m の長大切土が施工されている．

・チャート，珪質泥岩，一部緑色岩が分布する．

調査地は秩父帯と四万十帯の境をなす破砕帯分布域に・チャートや珪質泥岩は破砕の程度が弱く硬質．対して位置する．調査地点は構造線の北側である秩父帯南帯に緑色岩は破砕の程度が強く，一部粘土状コアとなり，位置し，秩父帯南帯は主にチャート，砂岩，砂岩泥岩互

分布地質により破砕の程度が異なる．

層とごく少量の玄武岩および混在岩から構成される．また，発達する層理面等の地質構造は概ね東北東-西南西走
向，高角な北傾斜を示す．

・地質構造のピークは N30°E30°NW，割れ目のピークは
N31°E44°NW，のり面に対し受け盤構造である(図-2)．
・開口割れ目が認められない(図-3)．

調査対象のり面では道路建設時に仏像構造線の露頭が確認されており，切土直後には応力開放に伴う崩壊が発・地下水位観測で降雨に伴う水位の上昇を確認した．
<地質構造面>

大円

<割れ目>

大円

生していた1)．また，構造線の南側に分布する四万十帯はガウジ化しているが，北側に分布する秩父帯は破砕の程度は弱く，地質により異なることが想定された．

3. 調査方法

N30°E30°NW

N31°E44°NW

地表面に変状が多く確認された範囲(幅約40m)を対象と し ， 2 箇 所 で ボ ー リ ン グ を 実 施 し た ( 図 -1) ．
No.2

破砕帯境界

図-2 コンター図(地質構造面，割れ目)変状が多い範囲

調査地は破砕帯分布域に位置しており，ボーリングコ＜ 凡例 ＞

No.1

アおよびボアホールスキャナ解析で確認した割れ目は，
主に断層の影響による初生的なものであると考える．
深度2.5m で無構造性破砕が確認され，累積割れ目の増加が認められた．以上より，斜面変状は破砕部を弱部として発生した初生すべりと推測し，対象のり面における過年度業務調査範囲

図-1 調査地の地質平面図
業務期間や対策実施の工程を考慮すると，すべり面調

地質推定断面図(図-4)を作成した．変状が発生した要因は以下が考えられる．
＜素因＞

査としてパイプ歪計や孔内傾斜計等を用いた動態観測を

・破砕帯分布域に位置し，不安定化しやすい．

実施するには十分な観測期間が設けられず，変動を把握・切土による応力開放により，緩み域が拡大し，風化できない可能性があった．また，調査地が仏像構造線の進行を助長し，地山強度が低下した．

破砕帯分布域に位置することから，採取されるコアは破・地下水位が上昇しやすい水理構造であった．

砕の影響を受けていると考えられ，コアの採取率や品質＜誘因＞低下により，すべり面深度の判定が困難になる恐れがあ

・大雨に伴う地下水(間隙水圧)の上昇により不安定化

った．

し，滑動した．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
5. おわりに調査地は破砕帯分布域に位置しており，得られたボー
リングコアは全体に割れ目が発達し，破砕状であった．
割れ目は仏像構造線に起因するものであると考えられ，破砕帯分布域という特殊な地質条件で斜面変状調査を実施するに当たり，コア観察のみで破砕度区分を判定
割れ目の増加し，すべり面を推定するには限界があったと考えられる．
事前に調査地域の地質分布状況を考慮した調査方法を計画し，ボアホールスキャナ観測を実施したことにより，地質構造を詳細に把握することが可能となった．
また，本調査は高品質ボーリングングではなく清水掘りによるボーリングであったが，コアの状態は良く，詳細に観察できたことも調査の品質向上につながっていると考える．ボーリングコアの品質は，機械を操作するオペレータの経験によって大きく左右される．現場ではベテランのオペレータが助手を務め，若手オペレータの指導が行われている．また，私たち技術者もオペレータに調査地の地質分布状況を伝え，地質状況に応じた掘削方法を協議した．

図-3 累積割れ目，累積開口量グラフ

以上のように，調査計画段階での地質状況や地域性を考慮した調査手法の選択や現場でのオペレータとの意思疎通が調査の品質を向上させるための要であると強く感じた業務であった．

想定すべり面
(GL-4.70m)《引用・参考文献》

無構造性破砕1) 坂幸恭，山口宗司（1985）:志摩半島中央部，磯部町

緑色岩は破砕の程度が強いにおける仏像構造線の露頭，地質学雑誌，第91巻，第3号，pp.235-238．

無構造性破砕想定すべり面(GL-2.50m)

No.2 コア写真

標高(m)

地すべり頭部が位置する
可能性

No.2

破砕帯分布境界

No.1

No.1 コア写真

想定すべり面図-4 地質推定断面図，調査地点コア写真

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO38】

四万十帯の長大崩壊法面における法面補強の事例
株式会社

タニガキ建工1. はじめに〇谷垣 勝久，田和 照大，谷垣 嘉基，髙尾 遼太

3. 当初法面設計の考え方

被災箇所は，世界遺産「高野山」と橋本市を結ぶ一般

当初法面設計では，末端部の D～CL 級岩盤の露頭が国道の道路改良区間である．
令和 5 年 4 月 13 日 19 時頃，

1：0.5 以上の勾配で自立していたこと，周辺地の末端に法面対策工事の施工区間において，幅約 30～40m，高さ

新鮮硬質な CL 級岩盤が複数箇所で露頭していたこと，

約 40m にわたり斜面崩壊が発生した．この崩壊に伴い，調査ボーリング結果でも D～CL 級岩盤が N 値 50 以上で工事車両進入路の仮設防護柵の無い箇所から崩土が現道

岩質も比較的安定していたことから，D～CL 級岩盤ではに流出し，一部区間で期間通行止めとなった．また，崩円弧すべりは発生せず，崩積土(dt)でのみで円弧すべりが壊が夜間であったため一般交通も少なく，工事作業従事

発生すると想定した．また，法面の切土勾配は【1：0.5】で

BV -3
.2 1m
=6 38
標 高 10 .0 0m
De p=

2)

者も不在であったため，人的な被害は発生しなかった．

N値
0 10 20 30 40 50
RQD
0 20 40 60 80 100
1あり，「道路土工・斜面安定工指針 」に記載されている
0.00

3

四万十帯(花園付加コンプレックス)の地質に属すこの

4【軟岩の標準勾配】を採用した．

2.95
3.35

DH

50/7
50/5

CL

長大崩壊法面においての法面補強事例を報告する．

6.00
6.32

dt

DH

50/17
50/8

CL

50/1
10
50/2

D～CL

BV -2 24 .2 5 mm
0=6
標 高 = 11 .0
de p

50/5
12

10

0.

6

10.00

Ｎ値
0 10 20 30 40 50
ＲＱＤ
0 20 40 60 80 100
3

1:

吹付枠工
F300-2000×2000
コンクリート吹付工
ｔ=10cm

21
73

CL
CM

3段

50/5
50/3
50/5

0

5

10m

.5
コンクリート吹付工
ｔ=10cm

50/3

30

.5

4. 崩壊状況と崩壊のメカニズム

8000
750

50

1500

6500

1 :0

5406

0m

0m

1 :0

50/0

CM

7.00

500

1:0

.5
GH=603.52
FH=598.791

CL～

目

16
50/5

DL
CL

3-1(NO.4+11.477)0m

0m

図-2 当初設計の法面工標準断面図

CL
KA

46
37

5.

0m

鉄筋挿入工
規格 SD345 D25 L=2.0,2.5,5.0m
打設角度 θ=法面に直角
削 孔 径 φ=90mm
水平間隔 @2.0

2.
0 16
m
. 5m

21

L=
5.

CL～

48
50/6

DM

L=2

22. 0 m

5.

5

5.

2段

1.30

L= 2

L=
2.

50/25 m

5.

11.00

ＲＱＤ
0 20 40 60 80 100
5

0.00

L=

CM

D～CL
1500

Ｎ値
0 10 20 30 40 50

12

L19=
DM
CL
DL
CL
DM

目

dt

L=

11

1500
4.70

L=

5

4段

1.50

m
BV -1
.8 9
=6 117. 00 m
標高
=
de p

L=

目

0.00

750

Co

3250

目

3250

1段

2 段目の吹付け準備を行っている際に，14m を超える
コンクリート吹付工
ｔ=10cm598.791

写真-1 長大崩壊斜面の崩壊状況

0.000%AsCo

切土の応力解放と１週間前の降雨の影響（スレーキング）
0.000%

で岩盤の亀裂が大きく開口し，1 段目～3 段目の岩盤がDL=595.00※地層線は各地質調査報告書および現地踏査により推定した。

2. 地形・地質概要

バラバラと下に崩落した．その後，切土時に確認された本地には四万十帯北部の「高野山帯・花園付加コンプ「高角な流れ盤」となる 4 段目の法枠背面の D～CL 級レックス」が分布する．この地層は砂岩頁岩互層，砂岩岩盤がボロボロと下方に崩落し，法枠工が不安定化した．

および頁岩が優勢で，チャート・緑色岩類，酸性凝灰岩

切土補強土工法 標準断面図
そして法枠工の自重に耐え切れずに大規模な斜面崩壊がが頻繁に挟まれる．頁岩は黒灰色のものが多いが，凝灰発生し，上方に後退すべりが拡大したと推察される．

質の緑灰色頁岩および赤色頁岩もみられる．

① 切土の応力開放で岩盤が急速に劣化

また，本地周辺には多くの断層が見られることから，⑤② 岩盤の亀裂が大きく開口し，
1段～3段目の岩盤が崩落

岩盤の脆弱化が進んでいるものと考えられる．現地には④③ 4段目の法枠背面のD～CL級岩盤が崩落，法枠工全体が不安定化

層理面や節理面が発達する砂岩泥岩互層が露出しており，

dt

元の地形

D～CL

亀裂が非常に発達している．走向傾斜は N32°W50S～④ 法枠工の自重に耐え切れずに大規模な斜面崩壊が発生

CL～

0.

6

上方に後退すべりが拡大
L
L= =5.0
5.
0m m
L=
5.
0
L=
m
5.
0m
L=
5.
L=
0m
2.
5m
L=
L= 2. 0
L =2 2 .5m m.0m
法枠工が耐え切れず大規模崩壊

4段

目

1:

N87°E60S となり，主に「流れ盤構造」となっている．

③⑤ 上方に後退すべりが広がった

.5

②

3段

目

1:0

切土時の地形
元の地層線

1:0

法枠背面の岩盤が崩落

2段

目

CL～

1 :0

.5

亀裂開口し岩盤が崩落

目

Co

1段

GH=603.52
FH=598.791.53-1(NO.4+11.477)

最大切土高 約14m

KA

D～CL

①

切土の応力開放で岩盤劣化
0

Co

0.5

5

10m

年

度

令和2年度 道改交金

工 事 名

国道371号道路改良設

箇

As

0

1km

所

伊都郡 高野町 林

事務所名調査
DL=595.00

図-1 業務地周辺の地質図 1)

設計

標準断面図図S=1：100番

縮尺

図-3 本現場での崩壊のメカニズム

伊都振興局 建測量

切土補強土工法

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
5. 現地調査と地質調査の概要

7. 未崩壊法面の補強設計

66 5

Co

67 0

現地調査を行って，法面崩壊により緩んでいる箇所の崩壊箇所では，D～CL 級岩盤ですべりが発生している有無と岩級確認するため，法面崩壊上部の 2 箇所で調査ことから，D～CL 級岩盤下部層の CL 級以上の岩盤まで

640

64 5

モ ルタ ル 吹 付

モ ル タ ル吹 付

Co

6 35

横 断 図 (5)

ボーリング，3 箇所で地表伸縮計観測を実施した．
65

5

鉄筋挿入工を十分に挿入する必要がある．未崩壊斜面のCo

S = 1 : 100

655

山の 神

いないので，鉄筋挿入工での補強が必要である．また，

地表伸縮計
640

上段 F300 法枠工下部にあるコンクリート吹付工部には，
63 5

鉄筋挿入工と F300 法枠工の追加施工が必要である．

BV-5
標高=624.08m
dep= 11.07m
6 30

6 35

0
63

6

.5
1500

3250

5

57 5

598.791

0.000%

6. 崩壊斜面の修正設計

0.000%

目

1:0
.5

1:0

.5

10m

NO.2

107

550

8849
750

L =5
L= 2

Co

750

3614

5.

L=
5.
0
L
L= 5 =5 . m. 0 m 0m

L=
5.
5 . 0m
0m

0m

.0m

.5m

.0m

D～CL

予想されるすべり面

62 5

0

CL～

5

0

未崩壊法面
1500

7349
3735

0

5

10m

1 0m

62 0

1段

4段目

593.068

至 橋本

2.912%

2.912%
Co

As

Co

6 15

Co

Co

目

750

Co

3250

61

12
2. 7
+1 41
. 6 0.
N OL=2

575

1段

6500

58 0

5 80

3段

目
8000
750

58 5

5

GH=593.12
FH=593.068

62 5

CL～

L=
L=

L =2

As

0

1
4 -7 .5
=1

500

5406

590

dt

.5

.0

図-4 本現場での調査・観測位置図

59

0m

0m

0

1:0

FH=598.791

+8

KA A

GH=603.52

58 5

595

5.

CL～

崩壊すべり面CL～目

3-1(NO.4+11.477)

T

0
59

5.

5m

5.
0m
0m

1:0

5 95

2段

KA

1

T

5 95

2.
0m
L=2
.5 m
L= 2
.0m

.
NO

5 90

63 0

NO
KE . 1
1-

T

62 0

L=
2.

D～CL

0
60

5

As

1 -2

号

KE

1

T

NO.2

7

dt

20m

2-1

3

62 5

KA

道

.1

SP-2

NO. 4
国

10

NO. 3

+ 5.00
As

0

59

0

0

60 5

0
63

60

.6

ST .1

至 高野 山 (国 道 480 号)

60

L=
L=
L=

5.

0m

目

目

モ ル タ ル吹 付

モ ルタ ル 吹 付

5.

L=

.5

0

IP

大型 ど の う

L=

4段

610

61

0

K
A
3- 1
+16.
00
NO .5
+2 .50As-1
KE 332KE . 0+1 5

TNO

モ ル タル 吹 付

60

1:

6
0.

Co

モ ル タ ル 吹付

モ ル タ ル吹 付

0

L=

1:

61 5

Co

60 5

61

D～CL

6 20

Co

6 15

未崩壊法面

D～CL

0.

62 5

615

0
62

BV-4
標高=603.93m
dep= 10.00m

モル タ ル 吹付

A_EP

62 5

6 30

S-1

62 0

BV-1
標高=611.89m
dep= 7.00m

崩壊法面

62 5

625

63 0

dt

dt

A_BPBC 1
A _N
O .0 A _ S P .
1+
A _ 10 .0 0
EC
.1A_
NO A_NO.
.
1
A_ +3. 1
BC 65.2
A_SP.2
A_NO.1+10.00
.2
A_EC

63 5

4段

64 0

645

.5

S-3
64
0

調査ボーリング位置（過年度調査）3段

6 45

測線では，鉄筋が「CL 級以上の岩盤」に十分挿入されて

65 0

調査ボーリング位置

1: 0

650

64 5

凡例
BV-3
標高=638.21m
dep= 10.00m
BV-2
標高=624.25m
dep= 11.00m
BV-7
標高=631.70m
dep= 11.00m
S-2

目

65 5

BV-6
標高=644.42m
dep= 18.00m

2段

0

1:0

63

目

65 0

Co

モ ル タ ル 吹付Co

DL=590.00

3段目

Co

As
Co

※ 地層線 は各地 質調 査報告 書およ び現 地踏査 により 推定 した。

コンクリート吹付工

モ ル タル 吹 付

4

2段目

61

DL=595.00※ 工事 施工図 面を 参考し て作 成した 。

610※地 層線は 各地質 調査 報告書 および 現地踏 査に より推 定した 。

0

当法面の崩壊斜面は，図-4 の測線 NO.3～NO.5 区間のコンクリート吹付工

モル タ ル 吹 付

延長約 40m で，崩壊状況から法枠工単独で抑制できない

図-6 崩壊法面と未崩壊法面の断面図比較と吹付部

605

60 5

「のり肩からのり尻に及ぶような崩壊や崩壊深さを超え

2段目
NO.2

法枠工（既設）59

る崩壊」が予想された．そのため，崩壊斜面対策として

KE1-2

5

抑止工の鉄筋挿入工とアンカー工を比較検討し，
経済性，
60

0
60

0

As

施工性，安全性で最も優れている工法である「鉄筋挿入

59 5

工＋上部受圧板工，下部法枠工」の対策工を採用した．
安定解析を行う際，崩壊部測線である「最大法高測線

鉄筋挿入工(既設) 凡例

A_SP.2 と，BV-7 通過測線 A_NO.1+3.65，BV-6 通過測線

鉄筋挿入工(計画) 凡例

D25 L=5.0m

D25 L=4.5m

D25 L=2.5m

D25 L=4.5m(FRP製格子状受圧板併用)

法枠工（計画）

D25 L=2.0m

A_NO.1+10.00」で，崩積土(dt)と D～CL 級岩盤の粘着力
C をそれぞれ逆算し，このうちの低い値を採用すると，

0

5

10m

図-7 未崩壊法面の補強計画(案)

安全率が 1.00 を下回ることから高い粘着力を採用した．
吹付枠工

枠長数量

□300-2000×2000

鉄筋挿入工

8. まとめ・教訓

表-1 崩積土(dt)と D～CL 級岩盤の粘着力 C 逆算

以上の事例等から，下記のことを教訓としてまとめる．
①

逆算した粘着力C（kN/m2）

法面測線

崩積土(dt)D～CL級岩盤

最大法高測線：A_SP.2

5.71

9.14

BV-7通過測線：A_NO.1+3.65

5.53

14.13

BV-6通過測線：A_NO.1+10.00

3.93

10.20
すべ

鉄筋挿入工(5 段)

円弧【最上部：円弧すべり A】
最小安全率

④

dt

Fs= 0.964
50

計画安全率 p.Fs= 1.200

50

6

Pr= 232.3 kN/m

0.

50

1:

必要抑止力

50
50
50
50

50

0.

6

50

1:

50
50
50
50

35

D～ CL

⑤

の り面 に直角

00

00

00

CL(D)

鉄 筋挿入 工削 孔径： φ90mm
芯 材：ネ ジ節 棒鋼(SD345) D25
配 置間隔 ：@1.5m

00

00

00

工と受圧板等で補強を行うことが望ましい．
⑥

00

定着不足で変状が予想される法枠工には，鉄筋挿入
法枠工の下部にコンクリート吹付工部を設けない．

CL

00

00

0.

6

35

地層の粘着力 C を逆算する場合，複数斜面で逆算を行い，高い粘着力を採用することが合理的である．

00

00

00

00

00

00

長大切土法面では，岩盤劣化した亀裂の多い D～CL
級岩盤を鉄筋挿入工の定着層とすることは避ける．

すべ

FRP製 格子状 受圧 板
967× 967× 40

30ｍを超える長大切土法面で最下部に CL 級岩盤が出現する場合は，応力解放での緩みに注意する．

③

円弧

鉄筋挿入工(1～4 段)：L=2.00，16 段，法枠工（F300 2000×2000）

りB：L=3.50， 6 段，法枠工（F300 2000×2000）

DH 級岩盤は切土により劣化しやすいので，当初の岩級を低減するか，D 級岩盤として評価を行う3)．

②

りA

鉄筋挿入工(6，7 段)：L=5.00，12 段，FRP 格子状受圧板工

FRP製格子状受圧板

35

1:

吹付法 枠工F300 2000×2000

35
35

20

1:0

.5

20

CL(D)
20

.5

20

1:0

A_SP.2
GH=606.96
FH=598.910

20

20

1:0

.5

20

20
00
20

1:0

.5

20

20
00

dt

D～CL

20
00

00

00

20
00

00

20
00

20

00

00

20
00

00

00

CL

35

00

00

00

00

鉄 筋挿入 工削 孔径： φ90mm
芯 材：ネ ジ節 棒鋼(SD345) D19
配 置間隔 ：@1.5m
円弧 すべり《引用・参考文献》
1） 図幅京都第82号「高野山」5万分の1地形図：

鉄筋 挿入 工削孔 径： φ90mm
芯材 ：ネ ジ節棒 鋼(SD345) D19
配置 間隔 ：@2.0m

000

直 線すべ り

00

5

10m

産業技術総合研究所 地質調査総合センター2） 道路土工・斜面安定工指針（2009）：日本道路協会,pp.136.

00

図-5 崩壊斜面対策の標準断面図

3） 谷垣他：全地連「技術フォーラム2023」横浜

【9【CO39】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

変質安山岩の膨張性地山に起因した道路のり面変状の変状予測と対策工提案
大日本ダイヤコンサルタント(株)1. はじめに

〇村上

卓矢，半田

義人，福島 剛(2) 供用の変状と調査内容

九州地方に広く分布する新第三紀の火山岩は，熱水変

供用後，斜面点検において亀裂拡大や小段の隆起とい質によりしばしば変質帯を形成しており，それらは，膨った変状が認められたころから，盤ぶくれの進行が予測

潤性粘土鉱物に起因する膨張や強度低下など工学的な問されたため，追加のリフトオフ試験やボーリング調査，

題を有する．本論文は，熱水変質を強く受けた変質安山

吸水膨張試験，X 線回析分析を実施した．

岩が分布する切土法面を対象にアンカーリフトオフ試験，
ボーリング調査，吸水膨張試験，X 線回析分析の結果か

３. 各種調査結果

ら変状要因を特定し，今後の変状予測と対策工の検討を(1) アンカーリフトオフ試験行ったものである．

グラウンドアンカー工の健全性を評価するため，対象にリフトオフ試験を実施した．その結果，孔番1-3で健全

2. 法面変状状況の概要

度 D 以上の過緊張を確認した（表-1）．

(1) 供用前の変状と調査内容
対象の切土は，施工中に変質を被る安山岩部で盤ぶくれが発生しており，盤ぶくれによる斜面崩壊を抑止するため，SEEE アンカー工による対策が行われた．しかし，その後も変状の進行が認められ，アンカーリフトオフ試
験によりアンカー荷重の増大が確認されたことから，耐表-1 リフトオフ試験結果（過去結果含む）
孔番

タイプ

試験時期

1-1

SEEE

供用前
供用後

1-2

NM

今回

酸性・耐熱性に優れる NM アンカー工の増し打ちが実施

1-3

NM

された（図-1）
．

1-4

NM

2-1

SEEE

3-1

SEEE

今回

リフトオフ
荷重（kN）
170
199over

設計アンカー
力（kN）
101.5
101.5

340

270.9

B

270.9

D over393over（最大試験荷重）

健全度
D
E

今回

311

270.9

B

供用前
供用後
供用後

185
199over
103

101.5
101.5
101.5

C
E
B

(2) X 線回析分析
ボーリング調査による採取したコアを対象に X 線回析分析を実施した．その結果，膨潤性粘土鉱物であるスメ
クタイトの含有が確認された．スメクタイトの含有量はチャートのピークから定性的な含有量の区分を行った（表-2）．
(3)吸水膨張試験（JGS2121-2021）
ボーリング調査により採取した岩石を対象に吸水膨張試験を実施した．その結果，スメクタイト中量程度の Br1
孔の1.85～2.00ｍの試料では23.11kN/m2の膨張圧が認められた．一方，地表付近でスメクタイトを多量に含む試料では膨張圧は0～4.21kN/m2であった（表-2）．
表-2 X 線回析分析結果と岩石膨張圧試験結果
孔名

Br 1

図-1 切土斜面の地質状況と調査概要図

Br 2

試験深度（ｍ）

吸水膨張
応力（ｋN/㎡）

スメクタイト（量）コア判定の変質岩級

0.35～ 0.400.00

多量

h4(強変質)D

0.45～ 0.604.21

多量

h4(強変質)D

1.85～ 2.0023.11

中量h3（中変質）D

4.80～ 4.901.05

微量

h2（弱変質）CL

3.00～ 3.102.25

中量h3（中変質）CL

4.00～ 4.151.10

極微量

h3（中変質）CL

4.75～ 4.851.07

中量h3（中変質）CL

6.85～ 6.950.00

微量

h2（弱変質）CL

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
４. 変状要因の検討と今後の変状予測

５. 対策工の検討(1) 変状要因

検討する対策工検討にあたっては以下を考慮した．

吸水膨張応力は，
Br1孔の1.85～2.00ｍの試料で最も高①23.11 kN/m2の膨張圧が作用しても問題ない構造と

く23.11kN/m2であった．既設アンカーは3.0m ピッチで打設されていることから，アンカー1本にかかる膨張圧は，すること②今後の膨張圧の変化により想定より大きな荷重が作

3.0m×3.0m×23.11 kN/m2＝208.0kN 以上と想定される．

用しても，対応が可能な計画とすること

この荷重は，過緊張状態であった NM アンカーの過緊張③既設の対策工を考慮した対策工であることを発生させるには十分な値である．したがって，斜面に以上を考慮し，法面安定化対策として既存対策工のグ発生している変状の主な要因は，スメクタイトを含む膨

ラウンドアンカー工を生かしたアンカーの増し打ちを提張性粘土の含有とその膨張変化による地盤の盤ぶくれで案した．増し打ちアンカーは，膨張圧の増加にも対応しあると判断した．

た許容アンカー力に余裕をもったアンカーの設置，さら(2) 今後の変状予測なる増し打ちが必要になる可能性も考慮した追加対策を

膨張量は岩盤の吸水率に依存し，吸水率の増加は，乾行なえる余地を残したものとした（図-3）．

1)湿の繰り返しにより増加することが入佐ら（1984） で報告されている（図-2）．
上記を考慮すると，最も膨張圧が高い Br1孔の1.85～
2.00m の試料は D 級岩盤であることから，湿潤と乾燥を繰り返し，土砂状となったことで吸水しやすい岩盤状況であったと考えらる．一方，地表付近の試料はスメクタ
イトの含有量に関わらず膨張圧が低いため，地表付近は膨張が収束傾向にあると判断できる．これは，地表付近
では地表から浸透する降雨の影響により，既に膨張しきった状態にあると考えられる．
スメクタイトの含有量が多い区間は地表付近であり，地表付近の岩盤は膨張が収束傾向にあることから，今後

図-3 調査概要図

発生する膨張圧は，Br1孔の1.85～2.00m で確認された23.11 kN/m2程度と推定した。

６. まとめ
切土斜面の変状とアンカー工の過緊張は，本調査解析の結果，スメクタイトを含む膨張性粘土の含有とその膨張変化による地盤の盤ぶくれが要因であることが判明した．
膨潤性粘土鉱物と膨張圧は，入佐ら（1984）1)で報告されているように，湿潤と乾燥を繰り返しよる増加もあり，吸水膨張試験で得られる膨張圧は，風化進行による膨張
圧増加の可能性は否定できない．
そのため，対策工の検討においては，湿潤乾燥による膨張圧の変化と，さらなる追加対策工を考慮し，アンカーの増し打ちを提案した．
《引用・参考文献》
1) 入佐純治，麓秀夫，満弘之（1984）：グリーンタフ地域における土木構造物の変状と岩石物性値について，
応用地質調査事務所年報，No.6.，pp.69-84.

図-2 乾湿繰り返しによる膨張率の変化1)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO40】

強風化花崗岩地域で発生した斜面崩壊と調査の一例
大日本ダイヤコンサルタント株式会社

1. はじめに

〇飯田

貴宏，江口

欣也，田中

昭好，藤田

雅也

4. 調査ボーリング結果

愛知県の東部は山地丘陵地からなり、地質的にも脆弱抽出した地すべりブロックの末端(BV-1、L=10m)およな風化花崗岩類が分布し、降雨による斜面災害が発生しび頭部(BV-2、L=11m)、滑落崖背後の平坦面(BV-3、L=11m)

やすい特徴をもった地域となっている。

で調査ボーリングを行った。

愛知県東部に位置する新城市 T 地区の斜面では崩壊跡

ボーリングコア観察により、調査地には強風化花崗岩

や地山の亀裂が確認され、斜面崩壊が拡大することで地が厚く分布することが明らかになった。また、BV-1では域住民の通行や農業への影響が懸念されていた。

GL-5.45～5.55m、BV-2では GL-6.5～6.8m にて含水が多本稿では、斜面の安定性の評価および不安定化要因のく粘土化した箇所が認められた（写真-2破線部）。

検討のため、地表踏査、調査ボーリング、地すべり動態観測を実施した結果を報告する。

2. 地形・地質概要

写真-2 BV-2コア写真(GL-6.5～6.8m 付近)

T 地区は、三河高原の南部に位置し、標高500m 程度の隆起準平原になっている。
調査地の斜面は緩やかな南向き斜面で、道路との比高は20m 程度である。斜面の末端部には幅2m 程度の水路があり、西南西方向に流下しているが、一部が斜面側より押し出されて変形している。
調査地周辺の地質は、中生代の領家帯に属する深成岩類および変成岩類などからなっており、調査地は深層風化（まさ化）した領家花崗岩類が分布している。

5. 地すべり動態観測と結果
斜面の変動状況を把握するため、ボーリング孔にパイプ式歪計を設置し、合わせて地下水位を計測した。
観測期間は令和5年1月26日～5月11日である。
観測結果の一例として、BV-2の観測結果を示す（図-1）。
(1)地下水位観測結果
1～3月は降雨に対する反応が不明瞭で、各孔ともに50mm/日の降雨に対しても水位は一時的に0.01～0.05m
上昇する程度であり、3月の下旬まで水位は低下の傾向を

3. 踏査結果示す。

地表踏査の結果、明瞭な亀裂および段差地形が認められ（写真-1）、地すべりブロックが抽出された。
抽出された地すべりブロックは幅約30ｍ、長さ約30mである。
一般的にすべり面の深さは幅の1/7～1/10となる
1)

ことが知られている ことから、本調査地のすべり面の深さは、4～5m と推定される。

ただし、3月23日の50.5mm/日の降雨以降、水位は上昇傾向を示し、5月7日の140.5mm/日の降雨に対して、各孔で0.83～1.16m 上昇が確認された。
また、上昇した水位の低下速度が遅いことが確認され、透水性の悪い地山であることを示すと考えられる。
各孔の降雨に対する地下水位の変化を表-1に示す。

また、斜面中腹に亀裂が横断している箇所が認められたため、斜面裾部に小ブロックの分布が推定された。

表-1 各孔の降雨に対する地下水位の変化
観測孔の位置

降水量に対する
水位上昇量(m)50mm/日140.5mm/日

地すべり

末端

BV-1

0.05

0.83

ブロック

頭部

BV-2

0.01

1.16

BV-3

なし

0.93

滑落崖背後の平坦面(2)パイプ式歪計観測結果
パイプ式歪計の歪変動量は、表-2に示す判定基準3)に基づいて評価した。
観測の結果、全深度で潜在変動(100μS/月)未満の値であった。また、観測時に実施した目視点検では構造物の変状に目立った変化は認められない。したがって、観測
写真-1 調査地の段差地形

期間中に地すべり変動は発生していないと判断した。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

降雨に連動した歪み変動は認められない

127mm/日

140.5mm/日

50mm/日
降雨を受けて水位上昇
水位低下は緩慢

少雨期の水位は低下傾向

図-1 BV-2の地下水位およびパイプ式歪観測結果2)

最も斜面が不安定化する飽和状態を仮定し、簡便法により安定解析を行った。

3)

表-2 パイプ式歪計変動量判定基準表
日変動量
累積変動
変動種別
絶対値
絶対値
（μ）
（μ/月）
定変動
10 2以上5×10 3以上
(a変動)
準確定変動
10 2以上10 3以上
(b変動)
潜在変動
102以下
102以上
(c変動)

異常変動
(d変動)

その結果、必要水位低下量約5m、必要抑止力83.6kN/mと計算された。したがって、仮定条件とした地下水位上
昇による斜面崩壊を抑制する場合、必要水位低下量が一
般的な水抜きボーリングの最大水位低下量3m を上回る
ため、水抜きボーリング併用の抑止工（鋼管杭工）が有効な対策となる。
ただし、本検討は仮定条件によるものであるため、実際の水位上昇と斜面変動の傾向を把握し最適な対策工法を検討する必要がある。

102以上

103以上

7. おわりに
本稿の調査では、すべり面およびその滑動性を特定す

6. 不安定化要因と対策方針の検討
調査の結果から、斜面不安定化の要因は以下のように考えられる。
①調査地の斜面は著しく風化した花崗岩（まさ土主体）から構成される。
②地下水位観測の結果、日雨量50mm 以上で水位の上昇ることができなかったが、地下水位観測により地山の透水傾向が明らかとなり、強風化した地山の地質状況も踏
まえ、斜面不安定化の要因検討と有効な対策方針の提案ができた。
今後も地質調査をとおして発注者や住民が抱える課題解決に貢献していきたい。

が認められ、水位の低下が遅く地山の透水性が悪い。
③パイプ式歪計観測および周辺踏査の結果、水位の低い
観測期間中に地すべり滑動は発生していない。

《引用・参考文献》
1) 渡正亮，小橋澄治：「地すべり・斜面崩壊の予知と対策」，山海堂，1987.

以上のことから、調査地では多雨期の豪雨や長雨時に地下水位が上昇し、地山のせん断強度が低下することで、斜面崩壊が発生することが推察される。
対策方針の検討のため、調査地斜面の安定解析を行った。地すべり滑動が発生する詳細な水位が不明なため、

2) 気象庁アメダス：観測地点「作手」https://www.jma.go.jp/jma/index.html.
3) 藤原明敏：地すべりの調査観測，理工図書，1970.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO41】

転石及び浮石が広域に分布する急傾斜面での地質調査・対策工検討事例
株式会社

興和

沼田

修平

1. はじめに
近年、日本各地において地震や集中豪雨の発生が顕著である。
地盤構成が火山岩主体である新潟県佐渡市では、地形・地質条件的に落石が発生しやすいという素因に加え、上記誘因が作用することで発生したと考えられる落石が複数確認されている。
本稿では、転石及び浮石が広域に分布する斜面勾配
40°前後の急傾斜地において現地踏査を実施し、その結果から対策工法の検討を行い、設計に必要となる地質調査提案～対策工設計までを実施した事例を報告する。

2. 調査地周辺の地形地質概要
調査地である佐渡市石名地区は、佐渡島北西部に位置し、対象斜面は外海府海岸に面する北西向きの自然斜面である（写真-1）。対象斜面の上方、標高100m 付近には

図-1 不安定転石・浮石分布図

段丘面が発達し、耕作地として利用されている。一方、斜面下方は標高10m 付近から海岸まで広がる段丘面であり、石名集落及び県道佐渡一周線が位置している。
地質的には、新第三紀中新世前期・真更川層の分布域であり、安山岩を基盤とする。
対象斜面

主測線

石名
写真-2 不安定浮石代表写真

集落

4. 現地踏査結果から想定される対策工法
現地踏査結果から、対象斜面へ適用可能な対策工法に

外海府

ついて検討した。
対策工の計画条件について以下に示す。

海岸①対策工による保全対象は、斜面末端に位置する人家
写真-1 対象斜面全景②対策対象範囲は広範囲（斜面全体に転石・浮石が分布）⇒経済性・景観考慮の観点から、斜面全体を覆うような3. 現地踏査結果

落石予防工は適当でないため、落石防護工を選定する

現地踏査は、対象斜面において落石発生が危惧される③想定落石エネルギーは大きい（高エネルギー対応）

不安定岩塊の位置や規模、湧水の有無、周辺構造物や土④斜面末端に人家が近接（人家裏に十分なスペース無し）

地利用状況等を把握し、対策工の検討に必要な情報を得⇒施設占有幅の大きい擁壁工や土提工は適当でないるために実施した。

⑤斜面内に凹凸は少なく、比較的均一な地形を呈する
2

現地踏査の結果、約38,000m の対象斜面内で96箇所、⇒落石の跳躍量は小さいと想定される

将来的に滑落する可能性の高い不安定な転石・浮石が確以上の計画条件等から検討した結果、対象斜面におけ認された（図-1、写真-2）。転石・浮石の中には1辺が1mる対策工として『斜面設置型の高エネルギー吸収防護柵

を超えるような比較的大きいものも30箇所程度含まれ、工』を選定した。

試算される落石エネルギーが1,000kJ 前後となる箇所も数箇所認められた。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

5. 地質調査結果
地質調査では、現地踏査結果を踏まえて選定した高エネルギー吸収防護柵工の設計に必要となる地盤情報等を得るため、図-2紫矢印箇所でのφ66mm オールコアボーリ

地質調査位置ングを提案・実施した。
同対策工は、落石衝突時に大変形（6～10m 程度）を許高エネルギー吸収型落石防護柵工（1500kJ）

容することで落石エネルギーを吸収する機構である。そ

L=240mのため、部材の変形量を考慮した上で施工位置を決定し、対策工を構成するアンカー長を決定するために必要な地質調査を提案した。

図-2 対策工計画平面図
高エネルギー吸収型落石防護柵工

地質調査の結果、調査地を構成する地質は上位より層

1500kJ タイプ：柵高 H=4.0m

厚4.5m 程度の礫混じりシルト（平均 N 値=11）、層厚8m 程度の砂礫（平均 N 値=22）、以深は安山岩（平均 N 値=50）であることが判明した（写真-3）。礫混じりシルト及び砂礫は崖錐堆積物、安山岩は当地の基盤層に相当すると考
えられる。

人家

礫混じりシルト

図-3 対策工計画断面図

砂礫

7. おわりに
現地踏査結果を基に対策工を検討し、同対策工の設計に必要な地盤情報を得るための調査提案を行ったこと
で、効果的な地質調査を行い、対策工の設計までを完了することができた。

安山岩

2024年5月現在では、
設計を実施した高エネルギー吸収型落石防護柵工（総延長240m）のうち延長40m の施工が完了している（写真-4）。残区間の工事も既に発注されており、集落住民の安全を確保するため、着々と施工が進

写真-3 コア写真

められている。

6. 対策工検討結果
対策工検討では、現地踏査結果を踏まえて選定した高エネルギー吸収防護柵工の配置や規格等について検討した。検討は、4章に記載した対策工の計画条件に加え、落石影響範囲、最大落石エネルギー、土地利用状況等の条

延長 L=40m

件を考慮した上で実施した。
検討の結果、対象斜面に最も適した対策工の配置を図-2及び図-3に示すように決定し、対策工の規格を次に示す通り決定した。
〈高エネルギー吸収型落石防護柵工〉
・対応落石エネルギー：1500kJ

・柵高

：4.0m

写真-4 高エネルギー吸収型落石防護柵工施工状況

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO42】

新第三紀層凝灰岩において発生した切土のり面崩壊の変状要因の考察
大日本ダイヤコンサルタント株式会社

1. はじめに

〇阿南

春平，山田

満秀，谷口

雄太

辺の健全な法面で確認された火山礫凝灰岩部とは異なる

東北地方において新第三紀層の泥岩や凝灰岩が分布す

細粒凝灰岩であることを確認した.滑落崖では，火山礫凝る地域では，降雨時において地すべりや斜面崩壊等が多灰岩の風化層部と弱風化部との境界部に湧水が確認さく発生していることから，調査・設計段階での地質の分れ，水分供給により崩壊土塊の一部は泥濘化していた.

布，適切な性状評価と対策方針の検討が重要となる.
本稿は，新第三紀層凝灰岩の切土施工中に発生したのり面崩壊に対する調査と変状要因を考察した事例につい崩壊発生当日の雨量

89 ㎜/日を観測て報告するものである.

2. 調査地の概要
対象地は，山形県北部の丘陵地に位置し，対象地の元
地形は10°～20°の緩傾斜を呈していた.
対象地の地質は，のり面全体として火山礫凝灰岩を主要な構成地質とする.同層は旧地表面～5m 程度まで褐色化が著しい強風化であり，5m 以深より褐色化の部分を含
むものの固結度があがり弱風化部となっている.

図-1 当地の R4.6の日別降雨量グラフ1）

当該地の切土は，風化状態や周辺施工事例を参考に，
切土高約10m を1：1.2の軟岩相当の勾配で施工されており，のり面保護工として植生工が設計されていた.
変状発生範囲ｈ＝3.2m
L＝12m
細粒凝灰岩

火山礫凝灰岩写真-2 のり面の崩壊状況

４. 想定される変状要因と調査方針

写真-1 崩壊発生前ののり面状況

3. 切土のり面の崩壊状況

崩壊状況から，変状部には膨潤性を有する細粒凝灰岩(1)発生経緯が分布しており，当該地質が切土施工に伴う応力開放に当地周辺では，図-1 に示すように崩壊発生当日のR4.6.27 は未明から午後にかけ，最大時間雨量 20 ㎜，日より強度低下し，降雨による水分供給が誘因となり変状が発生したと想定された.

雨量約 90 ㎜の豪雨を観測しており，崩壊の直前には写対策工の設計方針と対策工範囲の検討を行うために細真-1 に示す通り上部で亀裂と孕み出しが確認された.

粒凝灰岩の膨潤性や力学特性の評価，当該地質がのり面

上記の変状を受け，当日に保護シートでのり面を覆う
応急対策が行われたが間もなく崩壊が発生した.

の安定性に及ぼす範囲を把握する必要があった.
上記を踏まえて，変状部に見られた細粒凝灰岩の分布範囲を確認するため，変状部と健全部でのボーリング調(2)崩壊状況査(計 4 箇所)を実施した.また，変状の主要因として考崩壊発生直後の踏査により確認された崩壊形状は，滑2えられた膨潤性や力学特性の観点から崩壊機構と対策工

落崖高3.2m，最大幅12m，平面投影面積約110m の範囲でを検討するため、各種の室内試験は，変状部と変状して発生していた(写真-2参照).

いない箇所のコアを用いて実施し，双方を対比すること

また，変状部の地質観察より，変状部の主要地質が周で崩壊の素因を確定させるものとした.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
５. 想定変状要因を踏まえた調査検討結果(3)強度特性の検討(1)細粒凝灰岩の分布範囲

強度特性の検討では，図-3 に示す含水比と強度の関

今回のボーリング調査および現地踏査結果と，施工前係から，変状部では健全部と比較し含水比が高く，強度の地形において変状箇所が凸状地形であることを踏まが 1/3 程度となっていることが確認された.したがってえ，細粒凝灰岩は，崩壊箇所の近傍に限定的に存在して変状の要因は供給水による細粒凝灰岩の膨潤に伴う強度いることを確認した(図-2 参照).

低下であることが示唆された.

変状範囲

自然含水比と強度の関係
180

健全部(火山礫凝灰岩)

細粒凝灰岩

粘着力c(ｋN/㎡)

150

火山礫凝灰岩120
変状部(細粒凝灰岩)
90
60

30

y = -4.178x + 276.59
R² = 0.9345

0
20

10m

25

30

35

40

45

50

55

60

自然含水比Wn(％)

図-2 細粒凝灰岩の分布範囲

図-3 含水比と強度の関係

６. 変状要因の考察と検証(2)膨潤性検討結果
細粒凝灰岩の膨潤性を確認するために実施した浸水崩各検討により変状部に分布する細粒凝灰岩は，膨潤性

壊度試験結果を写真-3 に示す.健全部の火山礫凝灰岩が粘土鉱物（スメクタイト）を多く含むため膨潤しやすい

浸水 24 時間後も原型を保った一方で，崩壊部で確認さ地質であることが確認された.

れた細粒凝灰岩は原型を留めず泥状化した.

膨潤に伴い，細粒凝灰岩の強度は，周辺地山(健全部)の表-1に示す膨潤性粘土鉱物の含有比率に着目した X 線

火山礫凝灰岩と比較して1/3程度まで低下することを確

回折結果では，変状部の細粒凝灰岩は健全部と比較し10認した。また，強度低下を踏まえた定数に基づいて実施

倍以上のスメクタイト含有比率を示した.

した安定解析を行った結果は，強度低下後の安全率が1.0

上記の試験結果より，変状部に確認された細粒凝灰岩

以下となり、崩壊しやすい状況にあったことを確認した。

は，健全部に比較して高い膨潤性を示す地層であること

したがって変状は，高い膨潤性を有する細粒凝灰岩がを確認した.

局所的に分布し，切土施工に伴い応力開放しているとこ
ろへ多量の雨が降り，細粒凝灰岩が強度低下することで崩壊が発生したと考えられる．
検討結果から，対策方針として地下水，表面水対策とともに切土施工時の二次的強度低下の対応が重要となる．そのため，地下排水工と風化に伴う強度低下対策として法枠工を提案した2).

７. まとめ
本事例は，既設切土内で局所的な分布を示す，新第三紀層細粒凝灰岩が降雨による膨潤によって引き起こした強度低下が原因と推定された.
同様の事例を防止するためには，調査・設計段階で周辺の地質状況や特性を把握し，地質リスクに着目し施工
写真-3 変状部と健全部の浸水崩壊度試験結果比較

範囲の包括的な調査が重要であり，施工時においても想表-1 X 線回折結果による含有鉱物一覧

定外の地質が確認された場合は，地質の性状を確認した

鉱物名

試料概要
調査箇所

岩種

ス
メ
ク
タ
イ
ト

雲
母
類

沸
石
類

石

Sme

Mca

Zeo

Qz

英

カ
リ
長
石

黄
鉄
鉱

磁
鉄
鉱

Kfs

上で対策工要否の検討を行う事が必要と再認識した.
《引用・参考文献》

Py

Mag

Ｉ（Counts）

3430

174

60

91

◎

△

・

△

崩壊部

細粒
凝灰岩

相対含有率
Ｉ（Counts）

335

1476

245

31

健全部

火山礫
凝灰岩

相対含有率

△

◎

△

・

1) 気象庁アメダス：観測地点「金山」，https://www.jma.go.jp/jma/index.html.
2) 道路土工-切土工・斜面安定工指針（2009）：日本道路協会，pp.312-316.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO43】

平成 30 年北海道胆振東部地震による斜面崩壊のメカニズム解析と対策工検討事例
基礎地盤コンサルタンツ株式会社

1. はじめに

〇青谷

洸希，宮城

康夫

に移動しており，
ボーリング調査では確認されなかった．

平成 30 年 9 月 6 日に発生した北海道胆振東部地震の(2) 地表地質踏査結果

影響により大規模に斜面が崩壊し，厚真町を中心に多数

被災斜面は似湾川左岸に位置する北西向きの斜面で，の斜面災害による多くの被害が発生した．
その多くは表似湾川のかつての攻撃斜面となる．斜面頂部で古期崖錐層崩壊で火山灰層の崩壊と報告されている 1)．

堆積物及び火山灰層の露頭を確認した(図-2，写真-1)．

厚真町に隣接するむかわ町の被災した町道の応急復旧

古期崖錐堆積物は火山灰層が降下するより以前に崩壊及び対策工検討に向け，ボーリング調査(標準貫入試験を受けて堆積したと想定される．火山灰層は，主として含む)や地表地質踏査，UAV 写真測量等を実施した斜面

樽前火山起源(Ta-d)の軽石層を含む火山灰層が分布する

崩壊メカニズム解析及び対策工検討の事例について報とされる1)．

告する．

また，斜面頂部で火山灰層がオーバーハング状に不安定な状態で残存していた．

2. 被災概要
被災発生箇所は北海道勇払郡むかわ町穂別の町道に位置する(図-1)．9月6日以降の余震により，表層部が崩壊
し，町道が被災した．しかし，10月5日に最大余震の影響により，斜面に残存する崩積土が繰り返し崩落するなどの被害が発生しており，大型土のうを使用し，10月中に応急対策工事が実施された．

図-2 地表地質踏査図

図-1 被災発生箇所の位置図 2)

3. 調査結果(1) ボーリング結果
被災斜面に分布する地質は，基盤岩として新第三紀中新世川端層が分布し，被覆層として崖錐堆積物，崩積土が分布することが確認された．
川端層は泥岩優勢の砂岩・泥岩互層からなるタービダ
イト層で N 値50以上を呈し，硬質となる．級化構造が認

写真-1 斜面頂部で確認した露頭

められ，生痕化石を多く含む．崖錐堆積物は軽石混じり
火山灰となる．火山灰層は斜面崩壊によって，斜面下方(3) UAV 写真測量

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
斜面崩壊した北斜面と西斜面を比べると，西斜面は急傾斜面であることが分かる(図-3)．西斜面の斜面頂部では土砂が不安定な状態で残存している．また，北斜面の末端部は沢地形であることが分かる．

5. 対策工の検討
北海道胆振東部地震の斜面崩壊では，崩積土のほとん
どが町道に崩落しているが，斜面頂部に不安定土塊である土砂が残存している状況である．将来的に地震や豪雨等の影響によって，斜面頂部の不安定土砂が崩落し，町道が再被災する恐れがあることから，斜面頂部の上方斜面も含めた不安定土砂の除去が必要であると評価した．
被災斜面の対策工を以下に検討した(図-5)．
➀斜面頂部で不安定化している土砂を撤去する(排土工)．
➁土砂撤去後は，露岩の風化・浸食防止対策として，緑化基礎工(吹付枠工)と緑化工(植生基材吹付工)に

斜面頂部

よる法面保護を行う．

90m

図-3 被災斜面の三次元モデル

4. 斜面崩壊のメカニズムの解析
斜面が崩壊した素因を以下に３つ挙げる．
➀斜面前面が攻撃斜面となり河川浸食を受けた➁平成28年8月の北海道豪雨災害の影響で崩壊しやす
い地盤の形成➂未固結で不安定な土質(崖錐堆積物，火山灰層)が急
崖斜面上で基盤岩を覆っていた
被災前の空中写真判読を行うと，
平成28年9月に北斜面
で僅かに山肌の露出が認められた．
平成28年8月に北海道
道東を中心に3つの台風及び大雨の影響で土砂災害が発

図-5 対策工模式図生した．胆振東部地方も影響を受けたと想定され，当該被災斜面は町道まで被災しなかったものの，斜面が不安定化していたと考えられる．

6. おわりに
現在は，対策工検討に示した排土工+吹付枠工+植生基

北海道胆振東部地震の発生が直接的な誘因となって斜面崩壊したと考えられる(図-4)．

材吹付工で施工され，町道の供用を再開している．
当該地震のような大規模な自然災害時では，多数の斜面災害等が想定される．そのため，道路防災点検等で当該地のような不安定斜面を抽出し，必要に応じて予防保全を検討，実施していくことが減災に繋がると考える．

被災前の地形しかしながら，被災した場合には，災害の形態・規模等の災害状況を把握し，必要な応急復旧対策を講じ，生活や経済活動の基盤となる道路等のインフラを迅速に供用再開させることの一翼を担っていきたいと考える．
《引用・参考文献》
1) 田近淳ほか(2018):胆振東部地震現地調査速報，
日本
地すべり学会ホームページ．
https://japan.landslide-soc.org/archives/5886
2) 国土地理院地図(に加筆)，(最終閲覧日2024年5月28

図-4 地質断面図(No.1測線)

日)．

【9

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO44】

樋管函体の貫通クラックから析出する錆汁とその発生要因について
川崎地質株式会社〇奥山貴未，佐々木政和

1. はじめに河川管理施設はその多くが高度経済成長期以降集中的に建設され，今後 20 年で加速度的に寿命を迎える施設の割合が増加するといわれている．現在は維持管理の重要性が唱えられており，予防保全段階で補修することで可能な限り施設の供用年数を伸ばすとともに，限られた予算を平準化して計画的な更新を行う必要がある．

図-2 平成10年頃のクラックと漏水状況予防保全段階で効果的な補修を行うためには，発生した変状を診断する必要があり，限られた情報で正確に診

3. 調査結果断する技術が求められる．なかでも膨大なストックを抱(1) 目視点検える樋門樋管の診断を助けるべく，東北地方整備局では

樋管詳細点検は目視点検を原則として劣化を確認し，管内の実績を基に，点検・診断や補修に関する実施要領

診断した上で補修設計に反映する．
東北地整では7段階の1）

2)，手引き（案） をまとめ，目視点検で得られる情報を健全度評価が設けられており，C1以上は補修するというもとに点検・診断・評価し，補修設計するまでの技術指管理水準を設定している（表-1）．本施設では函体内のク針を体系的に整理されている．

ラックから錆汁を伴う析出物が大量に析出しており，目一方，既設構造物であるが故に型にはまらない変状も視による健全度評価では判定のランクアップを考慮して発生する．本報告では，樋管の函体に発生した貫通クラC4となった．もし内部鉄筋が腐食して構造耐力への影響

ックから発生した錆汁の発生原因を調査し，その劣化原が懸念されるような場合は D となるような状況である．

因に対応した補修設計を実施した事例を報告する．

表-1 健全度評価及び対策内容 1）

2. 対象樋管の概要
調査対象の樋管は，函体の内空断面1.5m×1.5m の RC
ボックス構造で，1978年竣工であるが，平成10年頃に川表側に函体を継足し，ゲートを前出しする改築が行われている．目視点検により函体中央部に漏水を伴う貫通ク
ラックが複数確認され，大量の錆汁を伴う析出物が確認された（図-1）．

(2) 詳細調査
クラックからの漏水および錆汁によって懸念される項目としては，①堤体土砂の流出による堤防の空洞化，②鉄筋の腐食による断面欠損や破断，等が挙げられ，治水
安全性並びにコンクリート構造物としての信頼性が損な
漏水と錆汁を含む析出物

図-1 目視点検時状況写真

われる恐れがある．そこで背面空洞化の確認，クラック
および鉄筋腐食状態の確認のため，地中レーダ探査並びにはつり調査を提案して実施した．
地中レーダ探査の結果，樋管函体内，堤防天端で空洞

既往の資料を収集したところ，平成10年度の補修設計
報告書では，漏水を伴うクラックは確認していたが，構化の可能性がある異常信号は確認されなかったため，空洞化の発生はないと判断した．

造物への影響は少ないと判断されていた．当時の写真を

はつり調査では，図-3のようにクラックに沿って細砂

見る限り，析出物はなく，漏水はあくまで清水であったのような黒色の充填物が確認された．常時漏水も確認さ（図-2）．また，改築・補修後の状況としては，平成30年

れ，直接確認はできないものの，クラックは背面側まで度，令和2年度に樋管直上を除いて，川裏側に拡幅盛土が貫通していると考えられる．鉄筋は腐食が進行している

実施されている状況である．

ことが想定されていたが，はつり調査で確認した鉄筋の全地連「技術フォーラム 2024」新潟
状態は，破断や断面欠損は見られず，点錆程度と比較的水を伴うため手引き（案）2)に準拠して高圧注入工法（A）

健全なものであった．

を採用し，補修設計を実施した．

図-3 はつり調査によるクラック部の状態確認（クラックに黒色の充填物があり，鋼材の腐食程度は軽微）

4. 錆汁の発生要因特定
詳細調査から，発生している錆汁は鉄筋腐食が直接的な原因である可能性は低いことが明らかになったため，大量の錆汁および析出物の発生原因について別のアプローチから分析した．
採取した析出物を顕微鏡で観察したところ，大量の鉄酸化細菌（鉄バクテリア）が生育していることが明らかになった(図-4)．鉄酸化細菌とは，二価鉄を三価鉄に酸化し，体内に沈積させる細菌の総称である．細菌はその時発生するエネルギーを利用して育成する 3)．今回確認されたシデロコッカス（Siderococcus）は，地下水や湖

図-5 錆汁発生メカニズム

沼の底泥に分布し，底泥表面に黄赤色の層をなして大量に繁殖し，管内や導水路の壁面に繁殖して赤水や鉄錆状のもろい沈殿物を作る性質がある．

5. まとめ
本報告は，目視点検時に確認した多量の錆汁発生要因について，詳細な調査を行い発生要因の分析を行った事例である．錆汁はクラックから出る漏水に含まれていた
鉄酸化細菌の爆発的な繁殖により発生したものであり，鉄筋等構造物への影響は軽微であった例である．
今回，基準書や論文等を確認したが，鉄筋コンクリー
ト構造物の錆汁と鉄酸化細菌の関与を直接的に示す文献

図-4 錆汁の顕微鏡写真（×400）と鉄酸化細菌の作用等は確認できなかった．本報告が診断の一助になれば幸いである．

錆汁は二価鉄（溶解性）を含んだ地下水がクラックから漏出し，空気に当たって酸化されて赤褐色の沈殿物を《引用・参考文献》

生成したものと考えられる．函体内の内部鉄筋の腐食グ

1) 東北地方整備局河川部河川管理課（2016.3）：樋門樋

レードが低かったのは，鉄酸化細菌が鉄筋（Fe）を酸化

管点検・診断・評価の実施要領（案），p.5-1.

するよりも，地下水に含まれる鉄イオン（Fe2+）を酸化

2) 東北地方整備局河川部河川管理課東北技術事務所させる（錆びさせる）方が効率的であったこと，クラッ（2020.3）：樋門鉄筋コンクリート構造物補修の手引

ク内部の充填物が黒色を呈していたことも，おそらく鉄き(案)「ひび割れ補修編」試行版，p.3-4．

酸化細菌の爆発的な繁殖により，クラック内部が還元的

3) 国立研究開発法人土木研究所防災地質チーム（2019）：な環境になっており，鉄筋の腐食が抑制されていた可能

酸性水の自然自律型排水処理方法に関する研究，土性が考えられる（図-5）．

木研究所成果報告書，No.9-3．

補修設計としては，鋼材の状態は悪くないものの，放置して環境の変化等によって腐食が進行する恐れもある
ことから，貫通クラックを補修する設計を実施した．漏全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO45】

既設法枠工の変状調査と、地質調査結果を反映した補修工法の検討事例
株式会社興和1. はじめに

〇目黒

恒平、上松

昌勝

本報告の対象となる滑落崖部分については、発生しうる施工から約 20 年が経過した既設法枠工に、背面空洞

崩壊と滑落崖の後退の防止を図る目的で、法面保護工が等の変状が認められた。対象斜面において現地踏査、調検討された。対象斜面の地質状況、湧水、斜面勾配や保査ボーリング及び枠内の簡易動的コーン貫入試験を行い、全対象の位置関係を考慮し、法枠工（F200、1200×1200）

既設対策工における変状分布と対比を行った。
その結果、が選定され、平成12年度工事にて施工されている。

地質構造に規制された湧水や地表水により、枠内や枠材
背後の土砂流出が生じたものと推定した。

一方で、令和2年度に対象斜面の目視調査が実施され、既設法枠工の背面空洞が確認されている。

地質の分布に応じた既設法枠工の補修・補強工法の検討を行った事例について報告する。

（2）目視点検結果
対象斜面の状況把握及び既設対策工の健全度評価を目

2. 地質・地形概要

的として、目視による斜面点検を実施した。施設評価は、

調査地は、新潟県下越地域に位置する。対象斜面は中位段丘面と低位段丘面の間の段丘崖である。中位段丘面

枠材や枠内の状況、併用構造物、周辺地盤等の区分ごとに実施した。

上には集落が位置し、低位段丘面は圃場として利用され点検の結果、枠材に目立った損傷は認められない一方ている。調査対象斜面は、中位段丘面を頭部とした古いで、枠内の厚層基材、ラス網が劣化・喪失しており、枠地すべり地形の滑落崖～側方崖に相当し、概ね 30～

材背面及び枠内の土砂流出が確認された。背面空洞は最50°の急勾配を呈する。斜面の直上には、主要な保全対大で深さが25cm に達し、一部で法枠の主アンカーが露出象である人家や車庫が位置する。

する。以上より、法面保護機能が低下するものと推定さ調査地域は、ジュラ紀の付加体である足尾帯や白亜紀れた。

後期の花崗岩類を基盤とし、新第三系の堆積岩類が北北
東－南南西方向に分布する。また、一級河川の流路沿いに段丘堆積物や沖積層が堆積し、河岸段丘や沖積平野を形成する。調査地は足尾帯の分布域にあたるが、前述の地形から段丘堆積物の分布が予想された。

Y51

Y50

Y47

Y45

Y48

Y49

Y43

Y42

Y39

Y40

Y41

山地

Y46

写真-2 変状例
Y44

写真-1 法枠工遠景

Y35

Y36

Y38

X30
X31

X29

Y34

X24

X28

Y33

X23

X27

Y32

一級河川

X22

Y31

X26
X25

Y30

X21

Y29

中位段丘
8

沖積平野

Y2

X20

背面空洞凡例

背面空洞
F200(cm)

Y2

6

X18

Y-37

Y2

7

X19

Y2

5

0

Y2

4

X17

Y2

3

1～5

Y2

2

X16

1
Y2

11～15

Y2

X14

Y1

9

調 査 地
8

16～
Y1

低位段丘

6～10

X15

0

海岸砂丘

X13

X12

図-1 調査地周囲の地形1)

3. 既存調査及び調査結果（1）既存資料収集
平成12年度業務では、地すべり地形及び滑落崖の地質調査及び対策工検討が実施された。その結果、地すべり

湧水点

図-2 法枠工背面空洞点検結果例（3）地質調査結果
地層構成や崩壊の拡大傾向の有無を調査する目的でボーリング調査を実施した。また原位置試験として標準貫入試験及び簡易揚水試験を行った。

ブロックにおいては地下水位の上昇による地すべり発生

段丘面上で実施した調査ボーリングの概要を表-1に示が、滑落崖においては雨水や表流水、伏流水などの浸食し、ボーリング結果や現地踏査結果をもとに作成した土作用により斜面が後退する崩壊発生機構が想定された。

木地質図を図-3に示す。下位より泥岩層、段丘堆積物層、

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表土を確認したが、ボーリングコア中に崩壊の拡大傾向

5. 工法検討を示すような軟質部は認められない。段丘堆積物は薄い第1工区における地山の緩み深度は2.1m と大きく、表粘性土を挟み、粘性土の上下で N 値が異なる特徴を有す。

層崩壊が生じた場合「法枠工」単独では適応できない。

この粘性土の上位には地下水の賦存が認められ、法枠内

よって、切土により安定勾配を確保するか、抑止工の併の湧水点の標高と粘性土の標高は概ね一致する。

用を検討した。
対策方針として①安定勾配による切土工、

補足調査として、枠内の緩み層厚を確認する目的で簡2)②法枠工＋鉄筋挿入工による更新、③鉄筋挿入工＋背面

易動的コーン貫入試験を行った。既存調査事例 では「表充填工（既設法枠工を受圧構造物として使用）の3案で比層崩壊のすべり面の Nd 値は、地質よらず10程度である

較検討を行い、③鉄筋挿入工＋背面充填工を対象法面にことが多い」とされており、本報告もこれを踏襲し Nd 値

おいて最適な対策工法として選定した。なお、既設法枠が10未満の深度を地山の緩み領域とした。

工は F200と断面が小さいことから、可能な限り削孔径が補足調査の結果、粘土混じり砂礫の分布域では深度2.1m まで、砂礫の分布域では深度0.5m まで Nd 値10未満

小さい工法を選択することが望ましいと考え、削孔径φ50㎜の自穿孔式鉄筋挿入工を採用した。

の層を確認した。法肩、法尻の土砂流出範囲を結んだ領

第1工区、第2工区の背面空洞箇所については、既存の域を、表層崩壊の恐れのある緩み領域として設定した。

事例3)を参考に、背面空洞に改良土等を吹き付けて充填し、枠内は厚層基材吹付により機能回復を図る方針とし

表-1 ボーリングにより確認した地層
層区分
地質・土質
深度(GL-m)
表土・盛土
シルト
0～1.4
礫混じり粘土
段丘堆積物
粘土混じり砂礫1.4～9.6
粘土混じりシルト
9.6～10.6
砂礫
10.6～19.5
泥岩
泥岩
19.5～

た。その他、ボーリング暗渠工による地下水排除や、水N値
9抜パイプによる枠内湧水の個別処理を提案した。

9～36
7～10
23～50
50

R4-1
40.00 mdep = 20.03 m

D-1

背面充填工、厚層基材吹付工

揚水量(L/分)

37.79 mdep = 2.70 m

0

1

2

0

10

20

3

4

5

40

50

N値
0
10/03

30

1
9
0.00

鉄筋挿入工 L=4m

想定緩み範囲

換算Nd値
0

1

2

ボーリング No.1

0

10

20

30

40

50 2

9
3
22
4
10/04

12

0.51

5

ボーリング No.2

21

10/05

簡易貫入試験 D-1

6
11/33
7
11
0.08

ボーリング暗渠工 L=12m
10/07
8

第 1 工区

25
9
37
10
8/32

0.30

11
50/27
12

凡例

簡易貫入試験 D-2

第 2 工区

層区分
表土・盛土

地質
盛土(砂利)
礫混じりシルト、粘土

崩積土

礫混じり粘土粘土混じり砂礫

粘土混じり砂礫

粘土混じり砂礫
礫混じり粘土粘性土

粘土質シルト

砂礫

砂礫、玉石混じり砂礫

50/15
0.00

14

5m

50/22

図-4 第1工区対策工断面図

6. 謝辞
新潟県村上地域振興局農林振興部には、本発表を行う

想定崩壊線(H12想定)
湧水点

10m

50/16

13

にあたり多大なご協力を賜りました。心より感謝申し上げます。

図-3 作成した土木地質図

4. 考察
調査結果から、粘土混じり砂礫の分布域を第1工区、粘土質シルト及び砂礫の分布域を第2工区に区分し、工区ご《引用・参考文献》
1) 国土地理院地形図（に加筆）（、最終閲覧日：2024.5.30）
https://maps.gsi.go.jpとに健全度評価を検討した。第1工区では、枠材の背面空

2) 小山内信智、内田太郎、曽我部匡敏、寺田秀樹、近藤

洞化進行による法枠の機能低下、および背後地山の緩み

浩一（2005）：国総研資料 第261号 簡易貫入試験を用が認められた。枠材と地山の密着不良や、背面地山の緩いた崩壊の恐れのある層厚推定に関する研究

み進行による斜面の不安定化が予想されることから、既https://www.nilim.go.jp/lab/bcg/siryou/tnn/tnn0

設法枠工の補修・補強、もしくは更新を行う方針とした。

261.htm (最新閲覧日：2024.5.30)

第2工区では、地山の緩みは地表面付近に限られ、顕著

3）林野庁 (2018)：治山施設長寿命化対策事例集、p.79

な背面空洞の分布は局所的であるため、補修による機能

https://www.rinya.maff.go.jp/j/tisan/tisan/atta

回復を行う方針とした。

ch/pdf/con_3-58.pdf（最新閲覧日：2024.5.30）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO46】

施工後 20 年が経過した鉄筋挿入工の健全度調査事例
株式会社興和

〇桐生

朋、上松

昌勝、目黒

恒平、佐藤

祐亮

1. はじめに
近年、のり面対策工の長寿命化に資するため、各地で対策施設の現状把握や維持管理が行われつつある。
筆者らは、崩壊を防止することを目的にのり枠工および鉄筋挿入工が施工され、その後約 20 年が経過した調査地において、鉄筋挿入工の現状把握を行った。
本稿では、それら調査結果について報告する。
本事例で実施した項目

2. 調査対象のり面の概要と現状
調査対象となる鉄筋挿入工が施工されたのり面の概要

図-1

鉄筋挿入工に関する調査手順1）を、下表に整理した。
表-1 調査地の概要
地形・斜面高さ：約 20m
・勾配：約 60°地質

・段丘堆積物が堆積
・主に粘性土層、礫層よりなる。

対策時期

・平成 13 年度（2001 年）

対策工種
・規模

・工
種：のり枠工および鉄筋挿入工
・施工面積：A≒650 ㎡

また、鉄筋挿入工の健全度調査に合わせ、該当法面および法枠工の踏査を実施した。その結果、亀裂や段差、
はらみだしなど、斜面の不安定化を示す変状は認められなかった。また、法枠工にも亀裂や破断など、著しい機能低下を示す変状は確認されなかった。

3. 鉄筋挿入工の諸元と健全度調査の方法（1）鉄筋挿入工の諸元設計図書や設計図を基に、現地に施工された鉄筋挿入

図-2

鉄筋挿入工の基本構造1）工の諸元を整理した。
①

施工本数：205本②

施工延長：L＝3.0m/本③

穿孔方式：自穿孔④

削孔径：φ45mm⑤

設計引張力：12.1kN/本⑦

受圧構造物：法枠工 F3.0m 2.0m×2.0m⑧

頭部保護材：頭部キャップ+防錆油⑨

表面材：メッキ加工⑥

定着材：グラウト

このように、一般的な考え方により設計・施工された
鉄筋挿入工である。

①頭部外観調査
頭部外観調査は、頭部保護材の状況を目視により確認
し、変状の有無や鉄筋挿入工全体の概況を把握することを目的とした。
②頭部露出調査の結果と評価
頭部露出調査は、頭部保護材に覆われた頭部定着材や補強材、防錆油の劣化状況の確認を目的とした。
調査は、頭部定着材の露出を行った後に、目視により行った。また、必要に応じ打撃を行い、ぐらつきや緩み（2）健全度調査の方法の有無などの定着状況の確認を行った。

鉄筋挿入工の健全度調査は、「斜面対策工維持管理実施
要領-点検・詳細調査編-」（一般財団法人 斜面防災対策技術協会）を参考に実施した（図-1）。各調査の詳細については上記要領を確認するとし、ここでは各調査の概要と目的を記載する。

③荷重確認試験
荷重確認試験は、鉄筋挿入工の残存引張力が設計引張力を満たすか確認することを目的とした。
試験は、60kN ボルトジャッキとワイヤーメーターを用い、設計引張力を計画最大荷重として実施した。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 試験の結果と評価

安定な推移（最大荷重時でも変位が継続する、変位が直各種試験の結果とその評価について整理する。なお、
結果の評価は「斜面対策工維持管理実施要領-点検・詳

細調査編-」（一般財団法人 斜面防災対策技術協会）に示

線的でないなど）は認められなかった。
このことから、当地の鉄筋挿入工は設計時の引き抜き
荷重を満たす状態であると評価した。

す内容を参考とし、個別の鉄筋挿入工に対する「変状レベル（a～d の4段階、a を健全とする）」と、調査全体を通した「対応レベル（Ⅰ～Ⅳの4段階、Ⅰは応急対策や改修工事を要する）」の2段階で実施した。
（1）頭部外観調査の結果と評価
調査の結果、鉄筋挿入工全体で補強材の飛び出しといった変状は確認されなかった（変状レベル a）。しかし、湧水が認められた個所を中心に、頭部保護材の腐食（錆）が認められた（変状レベル b）。
このことから、鉄筋挿入工の機能維持に影響する劣化

図-3

変位量-引き抜き荷重曲線は認められないが、類似の要因に起因すると推定される

引き抜き荷重と変位量に一定の相関があり、最大計画

異常が一部に集中すると判断されることから、詳細調査

荷重時にも補強材の引き抜けは生じなかったの実施を要する「対応レベルⅡ」として評価した。
（4）総合評価
前述の要領に従い、頭部露出調査の評価である「対応レベルⅠ」を当地の鉄筋挿入工の総合的な評価とした。
しかし、頭部露出調査にて認められた変状はいずれも抑止力の低下を推定させるものでないこと、頭部確認試験においても安定した変位が確認されたことから、現在も
写真-1

変状レベル b 相当の鉄筋挿入工

残存引張力は設計引張力を満たしていると推定される。

湧水により、頭部保護材の腐食（錆）を確認した

5. 対策方法（2）頭部露出調査の結果と評価

現在も設計引張力を得られていると推定されることか

調査の結果、補強材や頭部定着材のぐらつき・抜け出

ら、既存の鉄筋挿入工に対する抜本的な修繕や応急対策

しなど、抑止力の低下を推定させる変状は認められなかは不要とした。しかしながら、経年劣化や湧水の影響にった（変状レベル a）。しかし、ほとんどの鉄筋挿入工により、頭部保護材や頭部定着材の劣化が顕著である。こおいて、
頭部定着材の腐食と防錆油の劣化を確認した（変

れらを放置することで、頭部定着材や補強材の腐食が進状レベル b～c）。特に、湧水付近ではこれらの腐食・劣化

行し、残存引張力の低下につながると考えられる。

が著しく補強材の腐食も認められた（変状レベル c～d）。
このことから、鉄筋挿入工の機能維持に問題があるとそこで、湧水の処理と防錆油の再注入等の腐食対策を行い、施設の長寿命化を図ることとした。

判断し、改修工事や応急対策の実施を要する「対応レベルⅠ」として評価した。

6. まとめ
本事例では、施工後約20年が経過した鉄筋挿入工の現状を調査し、現状の評価と修繕の方法について検討を行った。その結果、現在も設計引張力が得られていることが確認された。その一方で、地表に露出する部材である
頭部保護材・定着材には、経年劣化や湧水の影響により著しい劣化が確認された。これらを放置することで、補強材の劣化と残存引張力の低下が懸念されることから、

写真-2

変状レベル d 相当の鉄筋挿入工

頭部保護材・定着材の腐食対策と湧水の処理を計画した。

著しい腐食（錆）と防錆油の劣化・流出を確認した＜引用参考文献＞

1） 「斜面対策工維持管理実施要領（3）荷重確認試験の結果と評価-点検・詳細調査編-」（ 平成28年12月23日 一般財団法

荷重確認試験の結果、補強材の引き抜けや変位量の不人 斜面防災対策技術協会 発行）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO47】

極限周面摩擦抵抗値の設定について、地質調査結果と引き抜き試験結果の比較事例
株式会社興和

〇土屋

香織，中村

浩,目黒

雅也

南魚沼地域振興局農林振興部森林施設課

島田光幸

株式会社飯塚建設

本山

義昭

1. はじめにグラウンドアンカーを計画する際は，設計定数として極限周面摩擦抵抗値（以下τ値と表記)を設定する必要があ
る．一般的には地質調査結果から地盤状況に応じた一般値をもって推定するが，第三紀の泥岩などは地盤状況に応じた一般値よりも，実際には小さい値であることが多いとされている．本稿では地質調査結果により求められる推定値と，施工時に実施したアンカーの引き抜き試験により求められた実際のτ値を対比した一例を紹介する．

2. 地質調査結果(1)調査地概要
調査地は十日町市松之山地域にある斜面で，新第三紀中新世須川層の塊状泥岩の分布域である．斜面は約 45°の

図-1 推定地質断面図

勾配で，斜面内には泥岩が露岩している．対象となる斜面
では，雪崩予防柵工が計画されており，その基礎形式とし

こでは表土（Tl）層は軟質なため周面摩擦抵抗が期待できてアンカー工が計画されていた．

ないと判断し，設定対象から除外した．強風凝灰岩（sw-

ここではアンカー工打設位置の地盤状況を把握するこtf）層，風化泥岩（w-Ms）層はコアの状態から半固結状のとを目的として調査ボーリングを実施した．

粘性土相当と判断し，τ=1.0c（c：粘着力）により求めら(2)ボーリング調査結果

れる値を採用した．泥岩（Ms）層はコアの状態が全体に

調査は鉛直方向に L＝8.0m のオールコアボーリング，

亀裂のほぼ無い棒状で採取され，N 値も比較的大きくなる

標準貫入試験を実施した．写真-1 に採取したボーリングため，軟岩相当の値も考えられるが，経験的に当地のようコアを示す．

な第三紀の泥岩はτ値が小さいと言われていることから，調査の結果，深度 2.0m より基岩である須川層塊状泥岩が出現し，深度７m 以深では N 値 50 以上の亀裂がほぼ

ここでは風化岩（τ=0.6～1.0N/㎜ 2）相当の最低値 0.6N/㎜ 2 を採用した．
表-1 アンカーの極限周面摩擦抵抗の一般値 1)

無く，新鮮と評価できる泥岩の分布を確認した．図-1 に推定地質断面図を示すが，調査の結果，当地に分布する地層
は，表土（Tl），強風化凝灰岩(sw-tf)，風化泥岩(w-Ms)，

岩 盤

泥岩(Ms)の 4 層に区分した．
Tl

地盤の種類
硬
軟
風 化
土

sw-tf

N 値 16

w-Ms

砂 礫

N値

砂

N値

N 値 20N 値 32

Ms

N 値 42
N 値 42
N 値 49N 値 50/27
N 値 50/25

写真-1 ボーリングコア写真(3)τ値の推定

岩
岩
岩
丹
10
20
30
40
50
10
20
30
40
50

粘 性

摩擦抵抗(MN/m2)
1.50～2.50
1.00～1.50
0.60～1.00
0.60～1.20
0.10～0.20
0.17～0.25
0.25～0.35
0.35～0.45
0.45～0.70
0.10～0.14
0.18～0.22
0.23～0.27
0.29～0.35
0.30～0.40
1.0c (cは粘着力）

注1）加圧注入アンカーに対するデータを統計的に整理したものである。
注2)本解説表については，本解説を十分に理解のうえ，取扱いに注意する必要がある。
注3)蛇紋岩・第三紀泥岩・凝灰岩等の場合は，岩質区分から示される最小値よりもさらに小さい摩擦抵抗しか得られない場合がある（付録6-5参照）。

3. アンカー引き抜き試験結果
アンカーの引き抜き試験とは，施工に際し設計定数等を調査の結果，表-1 に示す一般値を参考に地層区分毎に確認するために行う試験で，設計値と同規格の試験用アンτ値を設定し，設定したτ値を表-3 に取りまとめる．こカーを現地に打設し，「引き抜ける際の緊張力」または「設全地連「技術フォーラム 2024」新潟
計荷重に対して引き抜けないこと」を確認するための試験

囲に多く分布していることがわかる．さらに，図-3 に地質である．

年代と周面摩擦抵抗の関係 1)を示すが，これによると第三当地においては，計画段階で設定されたアンカーの規格

紀層におけるτ値は，ほとんどが 0.6N/㎜ 2 以下であるこより，以下に示す試験用アンカーを使用した．試験は他サとがわかる．以上より，こういった第三紀層については表

イクルで段階的に載荷していき，その際のアンカー頭部の-1 に示す周面摩擦抵抗の一般値は当てはまらず，岩盤で変位量を記録する．

あっても，砂礫や砂，粘性土相当の値も考慮して設定する【基本試験用アンカー諸元】
2・周面摩擦抵抗値：τ=0.60N/㎜ （現地状況より風化岩相当）
・アンカー全長 ：L＝4.0m（自由長 2.5m，アンカー体長 1.5m）
・試験アンカー力：255.0kN

表-2 基本試験結果
荷重段階
初期荷重
第1ｻｲｸﾙ
第2ｻｲｸﾙ
第3ｻｲｸﾙ
第4ｻｲｸﾙ
第5ｻｲｸﾙ
第6ｻｲｸﾙ
第7ｻｲｸﾙ

(kN)
25.5
51.0
76.5
102.0
127.5
178.5
229.5
255.0

必要があると考えられる．
表-3 τ値一覧
極限周面摩擦力
地質名

設計N値 概略設
計時

強風化
凝灰岩

sw-tf

16

風化泥岩

w-Ms

20

泥岩

Ms

47

(Mp) 各荷重段階における弾性変位量の推定値（mm）
2.9
上限値
中央値
下限値 弾性変位量
5.8
1.68
1.53
1.38
0.95
8.7
3.37
3.06
2.75
2.40
11.6
5.05
4.59
4.13
4.20
14.4
6.73
6.12
5.51
＊
20.0
10.10
9.18
8.26
25.8
13.46
12.24
11.02
28.7
15.15
13.77
12.39

τ（N/㎜2）

地質調査時

試験値

粘性土相当 1.0×c（c=86kN/m2)
0.6
粘性土相当 1.0×c
0.09
風化岩（c=99kN/m2)
相当
0.19
風化岩相当
0.60
（参考粘性土相当1.0×c）（0.16）（c=167kN/m2)※粘着力cはN値相関式より算定
0.08

試験の結果，
第 4 サイクルの 127.5kN まで載荷した所，荷重が保持できなくなり，アンカーの引き抜けを確認した．
以上より，102.0kN を本試験の定着荷重(アンカーが健全な状態を保てる値)とし，試験結果からτ値及び本施工アンカーの定着長を算出する．
τ＝（定着荷重×1000）/（π×Da×La）
・・・式-1＝（102.0ｋN×1000）/（π×115 ㎜×1500 ㎜）＝0.19N/mm2
ここで，τ：周面摩擦抵抗値（N/㎜ 2）
Da：削孔径（㎜）
La：アンカー体長（㎜）

図-2 新潟県の第三紀層における周面摩擦抵抗値

La＝（Td×Fs）/（π×Da×τ）
・・・式-2＝（280.6ｋN×1.8）/（π×115 ㎜×0.19N/㎜ 2）＝7.36m∴アンカー体長 8.0m
ここで，Td：設計荷重（kN）
Fs：安全係数試験により，アンカー定着部のτ値は 0.19N/㎜ 2，必要アンカー体長は 8m と算定された．
図-3 地質年代と周面摩擦抵抗の関係 1)

4. 地質調査結果と引き抜き試験結果の比較
表-3 に計画時，地質調査時，基本試験結果によるτ値を5. まとめ示す．当地においては計画から地質調査においてもアンカ

アンカー工計画の際，想定するτ値が実際の値よりも小ー定着部の泥岩は風化岩相当の周面摩擦抵抗が期待できさいことで，施工時の手戻りや，予期せぬ事業費の増額にると評価していたが，引き抜き試験によりτ=0.19N/㎜ 2

つながるケースがしばしばみられる．特に第三紀層についと非常に小さい値であることが判明した．これは粘性土相ては岩盤であっても粘性土程度の周面摩擦抵抗しか期待当の値（τ=0.16N/㎜ 2）に近く，当地のような固結した岩できない場合もあるため，τ値を設定する際には地盤の形盤とみられる地質状況においても実際には粘性土程度の成年代やボーリングコアの状態に十分注意して設定する

周面摩擦抵抗しか期待できないという結果となった．また，必要がある．

新潟県の第三紀の地層において実施された引き抜き試験の結果を工事担当者から聞き取りし，τ値の実測値の一例《引用・参考文献》

を図-2 に取りまとめた．これによると，第三紀層における

1) グラウンドアンカー設計・施工基準、同解説（2012）：

τ値は，とりわけ堆積岩層において，0.1～0.4N/㎜ 2 の範

公益社団法人地盤工学会,pp.78，159

【9【CO48】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

アンカー施設の頭部補修に伴う除荷・再緊張荷重の設定方法検討事例
株式会社エイト日本技術開発

井上勇太

1. はじめに
アンカー工は、昭和 51 年（1976 年）に基準が作成され地盤補強工法として使用され始めた。導入初期に施工された施設では、施工後 20～60 年経過しているものもあり、その性能・機能の低下が確認される等、保全対象への影響が懸念される状況となっている。斜面対策施設
は年々増加しており、既存対策施設の機能低下を防止し、所定の機能および性能を長期に渡り維持し続けるための長寿命化計画を策定し、これを目的とした定期点検・健全度調査等が実施されている。本発表ではアンカー付き
法枠施設の健全度調査結果を基にした健全性評価・補修

図1 アンカー頭部の錆状況

補強方法検討業務において、施工当時の設計資料が十分に現存しないアンカー施設について頭部部材交換に伴う除荷・再緊張荷重の設定方法を検討した事例を紹介する。

2. 課題
健全度調査の結果、本施設はテンドン余長部、定着具・支圧板に全体的に錆が認められたものの、著しく健全性を損なっている箇所は確認されなかったため、部分的な部材交換・補修対策が妥当と判断された。アンカー頭部については錆等で劣化した頭部部材を交換する頭部補修工が計画された。アンカーは引張材の一端を地盤内で定着させ、引張材に緊張力を導入し、反対側を地表で固定することで、斜面崩壊等に対して締め付け効果及び引き留め効果を期待した構造物である。よって頭部補修工で

図2 グラウンドアンカー模式図

3. 再緊張荷重の設定方法

はアンカー緊張力を除荷してから頭部部材の交換作業を

図4は「グラウンドアンカー設計施工基準・同解説」1)

し、交換後に再緊張させる必要がある。ここで再緊張荷

においてアンカー定着時緊張力の設定方法について「定重を設定する際、一般的には施工当時のしゅん工図書や着時緊張力を設計アンカー力の100％に設定するケース」

設計資料を参考にするが本業務ではそれらが不足しておと「定着時緊張力を Fs=1.1程度以上となるように設定すり、施工当時に導入した緊張力が分からないという条件るケース」の2ケースを記述したものの抜粋である。(1)があった。また全アンカー数の20％相当でリフトオフ試

変状が発生し、設計アンカー力の100％の荷重がかかって験を実施したところ、通常リフトオフ試験ではリラクゼも保持出来るか(2)現状の残存荷重で施設外観に変状がーションに伴うアンカー鋼材許容値に対する荷重の低下見られないか(3)すべり形状は再緊張荷重の低減が可能が見られるが、本業務ではリフトオフ荷重（残存荷重）な形状をしているか(4)地質状況は再緊張荷重の低減がのばらつきが大きい結果となった。以上から本業務では可能な状況であるかを着目点とし、本業務地は「定着時施工当時に導入した緊張力が分からない条件で再緊張定

緊張力を Fs=1.1程度以上となるように設定するケース」

着荷重をどのように設定するかが課題であった。

に該当すると判断した。その根拠を下記の(1)～(4)に示す。

表1 リフトオフ試験結果一覧表(1)維持性能確認試験の結果
維持性能確認とは荷重と変位量の関係からテンドンの引張強さやアンカーの引抜力、拘束力が設計アンカー力以上に確保されているかなどの健全性を確認する試験である。5段階の多サイクル方式で荷重をかけ、荷重-変位
曲線、弾性・塑性変位曲線を作成するものである。維持
性能確認試験を実施した全アンカーで塑性変位差は正常値(6.0mm)を若干超過する値が認められたものの、最大試

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
験荷重での荷重保持を確認でき、弾性変位曲線は理論伸び量の±10%の内の規定値に収まり、弾性変位曲線にも折れは認められず、アンカーの再緊張・定着に問題ないと評価できた。

図5 アンカー工断面図(竣工図書改変)

図3 維持性能試験の結果例
図6 アンカーの機能（締め付け・待ち受け効果）2)(2)外観調査の結果

4. まとめ

外観調査において地山の変動を示唆する変状は認めら

本発表ではアンカー付き法枠施設の健全度調査結果をれなかったため、リフトオフ試験で確認された現時点で基にした健全性評価・補修補強方法検討業務において、の引張荷重強度平均で再緊張定着荷重の低減が可能と判

施工当時の設計資料が十分に現存しないアンカー施設に断した。なお表１から引張荷重強度平均は設計アンカー

ついて頭部部材交換に伴う除荷・再緊張荷重の設定方法

力の約50％であった。

を検討した事例を紹介した。(1)維持性能試験の結果(2)(3)想定されるアンカーの効果

外観調査の結果(3)想定されるアンカーの効果(4)地質状

図5を参考にすると、すべり形状は比較的すべり勾配の況の4項目を根拠に「定着時緊張力を Fs=1.1程度以上と緩い椅子型の形状をしていることから、主に引き留め効なるように設定するケース」に相当すると判断した。ま

果を期待したアンカーであると想定される。引き留め効た全アンカー数の20％相当でのリフトオフ試験結果であ果は地山にある程度変状が発生してからアンカー力が作るもののリフトオフ荷重平均は設計アンカー力の約50％用する効果であるため、設計アンカー力に対して再緊張であった。よって対策前の安全率を Fs=1.0、対策後の計荷重の低減が可能と考えられる。

画安全率を Fsp=1.2と仮定した場合、Fs=1.1となるアンカ(4)地質状況ー緊張力=設計アンカー力（Td=279.2kN）×50％=139.6k

図5よりアンカー自由長部は比較的軟質な火山灰質のN を再緊張荷重に設定した。

礫層（vwWG）～風化礫岩（wWG）の分布が想定され、アン課題として、アンカー全本数分リフトオフ試験を実施

カー頭部の地盤が塑性変形する可能性がある。またアンした上で再緊張荷重を設定することが望ましいが、本業

カー定着層も深いことから締め付け力が分散されてすべ

務ではリフトオフ試験を全アンカー数の20％相当で実施

り面に伝達しない恐れがある。

したのみで再緊張荷重を設定している点が挙げられる。
今後の補修設計段階では全本数についてリフトオフ試験を実施することを提案し、全アンカーでのリフトオフ荷
重平均を求めることで最適な再緊張荷重を設定することが望ましいと考えられる。
《引用・参考文献》
1) グラウンドアンカー設計施工基準・同解説（2012）:
公益社団法人地盤工学会，pp.167.
2) 新・斜面崩壊防止工事の設計と実例（2019）:一般社
団法人全国治水砂防協会，pp.247-248.

図4 定着時緊張力の設定方法1)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO49】

小孔径対応型地下水流向流速計
株式会社アサノ大成基礎エンジニアリング

〇山口

寛央，栗本

修史，中道

翔太郎

1. はじめに当社が開発した地下水流向流速計（LD-60 型）は 30
年ほど前から実用されてきているが，近年の研究開発で装置の小型軽量化，適用条件の拡大し，小孔径対応型地
下水流向流速計（LD-40 型）を実用化している．
本発表は，これら機器改良の成果について発表するものである．

2. 測定機の概要（1） 測定原理
本測定器はトレーサー材として環境負荷の小さい精製水を使用し，地下水との電気比抵抗の差から流向・流速

写真-1 左：従来型 右：新型及び装置全体図を計測する電位測定法を用いた独自技術である．
③ユーザビリティの向上
表-1 流向流速測定原理の比較

1)

従来型測定器は組立・測定に慣れとノウハウが必要であり，誰でもすぐに使用することが難しい面があった．
新型測定器ではケーブル類や地上計測器の統合により，測定器組立を簡略化し，測定時に最も重要であるセンサ
ー周辺の人工透水体の充填をガラスビーズ＋5 号珪砂の充填⇒完全連泡体スポンジへ変更し，個人差を解消した．
これらの改良により，マニュアルに沿って計測を行え

測定器はセンサー内に図-1の左図に示すように，円周ば誰でも成果が得られるものとなった．

上の12 本の電極と精製水の投入装置を兼ねる中心電極が配置（写真-2）されており，右図に示す精製水投入後の各電極間の電位差の変化（V-t 曲線）と曲線のピーク
位置から流向・流速を求める．
1番電極の方位を方位計で求める

測定部

中心電極
12

1

2

30°

3

11

4

10
9

5
8

7

6

測定器本体

12本の
周辺電極

センサー径
28ｍｍ

センサー部

図-1 電極配置と測定原理図（2） 測定器の改良①小孔径への対応

アルミロッド

VP75⇒VP50 観測孔での測定を可能とした．

遮水パッカー（スポンジ）②軽量化
アルミ中空ロッドの採用，孔内上下流遮水パッカーをスポンジに変更，ケーブル類の統合，装置全体の軽量化

センサー部により，深度 30m（地下水位 15m）の測定でも全重量が 6kg 程度とし，1 名作業が可能な重量となった．

地上計測器

写真-2 測定器写真

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 適用範囲の拡大（1） 背景従来の地下水流向流速計は作成時の実験結果から，観測孔内での測定に必要なストレーナーの開口率を30%程度としていた．当時は丸穴型（開口率3～5%程度）のス
クリーンが多く使用され，流向流速測定はできなかったが，近年はスリット型スクリーン（開口率12%前後）が開発・普及してきている．
そこで開口率が測定結果に与える影響を室内土層実験により確認した．
図-3 測定流速と土層のダルシー流速との関係2)（2） スクリーンの選定
検証実験に用いたスクリーンの種類と形状を図-3 に示す．

（4） 計測流速に対する補正係数（β）
その後，VP50 同列スリットスクリーン型を対象に追一般的に入手できる VP 管に，開孔率を 12％程度に設加実験を行い，図-3 と同様の結果が得られ，開口率が定したスリット加工をしたものを使用した．なお，スク

約 12%のスリットスクリーンでは，流速が早くなると観リーンの形状の差異が測定値に及ぼす影響を確認する目

測孔への水の流れが阻害されていることが判明した．

的で，横断面のスリット数やスリット形状（同列，重複）

計測流速を地盤内のダルシー流速へ変換する際は，土やスリットの向きが異なる 3 種類のスクリーンを用意し槽内のダルシー流速と計測流速の比である補正係数（β）

た．これに加えて，従来型で測定する際に使用しているによって補正する．

開孔率約 30%の巻線型スクリーンを加え，計 4 種類のスクリーンで検証実験を実施した．

実験結果から，補正係数βは土槽内ダルシー流速でおおよそ 1×10-5 m/s（測定時のピーク時間で 500 秒）を境にして遅い流速側では平均 0.7，早い流速側では平均0.9 となることが判明し，補正係数の標準とした．

4. おわりに今回行った地下水流向流速計の改良により，①VP50
観測孔への適用，②ユーザビリティの向上，③測定の標準化，④スリット型スクリーン（開口率 12%）への適用が可能となり，高品質でコンパクト，簡便な計測という目的を達成した．
今後はこれまで対応できなかった、さらに幅広いニーズへ対応を行っていく．
図-2 実験に用いたスクリーンの種類3)《引用・参考文献》（3） 室内土槽実験の結果
図-3 に実験土槽のダルシー流速と流向流速計の計測
流速との関係を示す．

1) 地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工学会,pp.632を引用加筆.
2) 後藤和幸,牧野章也,三浦巧也,劉永明：小孔径対応型

巻線型スクリーンを用いた場合の計測流速は，流速に地下水流向流速計の開発(その1)－装置の開発と実関わらず土槽のダルシー流速とほぼ一致しているが，ス

証実験－,平成29年度日本応用地質学会研究発表会

リットスクリーンの時は高流速ほど計測流速が土槽のダ論文集,pp.177～178,2017

ルシー流速よりも低く測定される傾向がみられた．

3) 三浦巧也,後藤和幸,牧野章也,劉昶明：小孔径対応型

今回の実験で最も水頭差を大きく設定した条件（動水

地下水流向流速計の開発(その2)－観測孔スクリー

勾配 0.13）では，計測流速が 30%～50%程度減速するとンの検証実験とスクリーンの製作－,平成29年度日いう結果となった．

本 応 用 地 質 学 会 研 究 発 表 会 論 文 集 ,pp.179 ～
180,2017

【9【CO50】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

地下水流動層検層装置の開発と適用事例
株式会社日さく

〇井上

結衣

鎌田

晋哉

株式会社ジオファイブ

1.

はじめに

て、取付け可能な電極数に制限は無い。また、何らかの大深度地下開発等、各種土木工事に伴う地下水問題や原因でパルスが伝送されない故障を想定し、逆方向（最地盤災害は大きな社会問題を引き起こす。この問題を未下部電極）から測定することも可能な構造である。その然に防止するためには、地下水の平面的・垂直的な賦存

概念は図-2のとおりである。

状況を正確に把握しておくことが重要である。その一助に資する目的で 1 本のケーブルに多数の電極を取付け、広範囲を一度に測定可能な電気抵抗法による地下水流動層検層装置を開発した。

デ
ー
タ
ロ
ガ
ー

ここではその構造・原理及び現場での測定事例を紹介する。

図-2 パルス伝送式電極切替の概念

2. 開発した装置の概要及び構造・原理(1) 装置の概要

電気抵抗の測定範囲は、塩分濃度が1%程度から地下水の比抵抗範囲を想定し、0～2,000Ωである。電極には周

本装置は、図-1に示すように1本のケーブルに25cm 毎

波数1,000Hz の正弦波を定電圧駆動方式で通電し、電極に任意数の電極を取付け可能な電極プローブとデータロ間の電位（V）と電極に流れる電流(I)を測定し、抵抗ガーから構成される。即ち、電解質溶液に置換された孔(R=V/I)を算出する。電極部の外径はφ28mm、幅5mm で図

内水の電気抵抗の経時変化から地下水流動層を把握する-3にその外形を示す。また、データ QC の視点から測定時もので、測定中において電極プローブは一定深度に固定のバッテリー電圧と各電極の消費電流を測定し、SD カー

されている。測定は、データロガーに内蔵された時計機

ドに保存している。

能により5分毎に測定レンジの切替等を行うことなく全自動で測定し、結果は SD カードに CSV 形式で保存する。
1電極あたりの測定時間は約1秒であるので100電極付の場合、約100秒で24.75m の範囲を測定する。測定終了後、データロガーは次回測定まで待機(sleep)状態となり、省電力化を図っている。本装置の外観を図-1に示す。
図-3 電極部の外形寸法(3)仕様・性能の要約
本装置の仕様・性能を表-1に要約する。
表-1 仕様・性能
項 目

仕様・性能

単 位

備

考

測定範囲

0～2,000Ω

0～62Ωm

電極数

100

個

変更可能

電極部外径

28

mm

測定周波数

1,000

Hz

正弦波

ケーブル長

110

m

変更可能

測定間隔

0,5,10,15分

5 分毎に任意回数

測定時間

≒100

秒

100 電極付の時

データ容量

3,027

Byte

100 電極付の時

記録媒体

32

GByte

SDHC

320

mA

測定時

電極プローブ部

図-1

電極プローブ（左）とデータロガー（右）(2) 構造・原理
少ないケーブル芯数で多数の電極を効率的に切替える
ためには、各電極にマイコンを搭載し、ID 番号を付与して制御する方法が一般的であるが、本装置ではコストと保守の観点からパルス伝送式を考案した。パルス伝送式

データロガー部とは、データロガーから1個のパルスを送ると1番目（最上位）の電極を測定し、更に1個のパルスを送ると2番目

消費電流

50

mA

待機時

0.1

mA

スリープ時

内蔵電池

12V5Ah-リチウムポリマー

動作温度

0～50

℃

の電極を測定、更に1個のパルスを送ると3番目の電極を測定するもので送信パルス数により電極を順次切替える仕組みでフリップフロップ回路の応用である。したがっ全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 適用事例(1) 地下水開発の事例

②

検層結果

通常の地下水調査では掘削孔に電気検層を実施し、地

第三紀層地すべりを対象として実施した。第三紀層堆

層比抵抗を把握し帯水層把握とすることが多い。特に地積岩類では、地盤の透水性は良好ではなく 3 時間程度の下水開発調査の場合は、長尺深度となることが多く、さ回復時間の場合、比抵抗回復量は微量となることが多い。

らに地下水の流動速度が速いため、ピックアップ法では今回の地すべり地を対象とした結果、比抵抗は、下降流測定している間に回復するといったことが多くみられる。

状の回復傾向を示し上位より深部方向へと段階上に回復

今回は、測定間隔を短くすることで詳細な地下水流動していることが確認できた。

傾向を把握することを目的とした。
①

7

検層条件
･VP50 水位観測孔(オールストレーナ)

8･地質条件：沖積礫質土層･洪積礫質土層･実施方法：塩水希釈法
9 風･測定間隔：5 分間隔で 180 分測定
②

検層結果

C
L

深度(m)

⇚亀裂

)

水層では約 30 分で概ね回復するような解釈となるが、5分毎に計測することにより地層に合わせて段階的に比抵(10

従来のピックアップ方式による解釈では沖積層内の帯

化
凝
灰
岩

11

深度11.2m 推定すべり面

抗が回復していることが把握できる。さらに洪積層についても同様に地層状態により段階的に比抵抗が回復して亀裂

12いることが把握することができた。
0

13
凝
灰
岩

Ac

(

14

10

⇚亀裂

C
M
)

As

①
15

Ac

0

②

Ag

③

深度(m)

20 As

5
0分

120分

10
比抵抗回復量(Ωm)
245分

370分

495分

15
620分

20
745分

図-5 比抵抗回復量(地すべり調査)

30

4. おわりに④-1

今回の地下水流動層検層装置を利用した地下水検層を④₋2実施した結果、本検層装置の利点として以下の事項が挙Dg1

げられ、より詳細な調査解釈が可能となると考える。
①

40センサーの移動を行う必要がないため、労力軽減や孔内水の攪拌防止につながる

Dg2②

計測を短くすることができ、長時間の測定が可能である(約 24 時間)

50
0

5

10

15

20

25

30

35

比抵抗回復量(Ωm)
10分

0分

25分

30分

60分

50分

75分

90分

100分

120分

125分

150分

180分

175分

本発表においては、孔内水を電解質溶液に置換し、電気抵抗の経時的変化から地下水流動層を把握した実例を述べたが、トレーサを用いることなく、例えば、沿岸域

図-4 比抵抗回復量(地下水開発調査)において潮汐による地下水流動調査や塩淡境界の経時的調査研究等やトレーサ試験時における検出孔としての適(2)地すべり調査の事例①

検層条件･VP50 水位観測孔(オールストレーナ)･地質条件：第三紀層 安山岩質凝灰岩･実施方法：塩水希釈法･測定間隔：5 分間隔で 745 分測定(最大 24 時間)用可能であると考える。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【CO51】

3 次元微動アレイ探査に活用しやすいサイスモグラフの開発と性能の検証
株式会社ジオファイブ〇鎌田

平塚地質株式会社

平塚

晋哉，高橋

亨

貴大

(2) サイスモグラフの微動モード

1. はじめに地質の不均質性を深くまで効率的に把握できる 3 次元微動モジュールを追加したサイスモグラフは、これま

1)

微動探査が注目されている 。著者らは、その普及に資すでの表面波探査等で用いられる“通常モード”と“微動モる目的で屈折法探査や表面波探査に多用されている 24 成ード”が装置のメニュー内で切り替え可能となっており、分又は 48 成分型サイスモグラフにアドイン可能な微動探

各モードに必要なパラメーターの設定が行える。図-2 に査モジュールを開発し、現場での実証試験を行った。

設定メニュー画面を示す。

ここでは開発した装置の概要及び実証試験結果について紹介する。

2. サイスモグラフ用微動探査モジュールの概要
開発したサイスモグラフ用微動探査モジュールの概要と主な動作について、以下に述べる。
(1) 開発コンセプト
微動探査モジュールの開発コンセプトは以下のとおり。
①

汎用のテイクアウトケーブルを用いる②

測定中、LCD 上でリアルタイムに波動を観測できる③

連続 1 時間の収録が可能である④

多様性を図るためにフォーマットは SEG-2 とする

微動モードでは、測定時間 1 分、10 分、30 分、60 分の表-1に微動モジュールを追加したサイスモグラフの主な仕様を、測定中の波動モニタ画面を図-1に示す。
表-1 サイスモグラフ 微動モードの主な仕様
ゲイン
周波数特性
AD 分解能サンプルレート
記録時間
記録媒体
表示画面
データフォーマット
寸法・重量
その他

図-2 設定メニュー画面
いずれかを選択可能になる。サンプリングについては、2ms
か 4ms のどちらかを目的に応じて選択できる。
(3) 微動モードの動作“トリガ待ち”にして”ENTER”を押すと、微動計測が開仕様始され、画面右下に経過時間が表示される。計測時間につx16, x64, x256
0.3～5000Hz
24bit
2ms, 4ms
1min, 10min, 30min, 60min
SDHC カード
10.4 インチ、800nits
BIN（SEG-2）
390x308x171mm、5.4kg(48CH)
データフォーマット変換・分割ソ
フト付属

いては、設定時間に満たなくてもキャンセルした時点までのデータを保存することが可能になっている。微動モード
では、計測データをバイナリ形式で直接 SD カードに保存する方式を採用している。このバイナリデータを SEG-2 フォーマットに変換する専用変換ソフトが付属しているので、既存の解析ソフトでの取り扱いも容易である。分割単
位を 1 分、2 分、5 分、10 分、20 分、30 分、60 分の中から選択して、変換対象のバイナリファイルを選択するだけの操作で、ファイルの分割と変換が行われる。この分割ソフトの操作画面を図-3 に示す。

図-3 変換ソフトの操作画面

3. 3 次元微動探査実験(1) 実験サイトの地盤条件
図-1 波動モニタ画面

実験サイトの地質は第四紀更新統（大宮層）と完新統（腐食質土）を埋土・盛土が覆う軟弱地盤である。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
図-4 の近隣ボーリング柱状図では、土質や N 値の水平連続性が低く、凹凸変化を示す不均質な地盤である。

深度約 5～40ｍ以上の不均質地盤を対象とした
図-7 分散曲線(4) S 波速度構造の応用地質学的解釈
図-4 近隣ボーリング柱状図(2) 測定方法

Vs 約 100～250m/s の速度構造が、既存ボーリング柱状図（N 値）と調和的に得られた。

写真-1 に装置及び測定に使用した機材一式の写真を示す。

Vs120m/s 以下の低速度層は、深度約 8m までの埋・盛土層（N 値）と沖積層（N 値）に、Vs120m/s 以上の速度漸移帯が洪積層（大宮層）の砂・粘土互層（N 値）に対比できる。この速度漸移帯が上流側へ深まる構造は、既存ボーリ
ング柱状図と整合し、表層地形からは想定し難い埋没谷や地質の不均質性を反映したものと解釈される。

鴨川

写真-1 サイスモグラフと使用機材の写真
図-6 に示す X24m×Y66m の範囲について、端から 12 成
分のテイクアウトケーブルで受振点間隔 6m、測線間隔 4mの 4 測線を 1 展開として微動を約 20 分記録した。これを計 4 展開繰り返して終了とした。受振器は 2Hz の速度型を
図-8 S 波速度 3 次元モデル使用した。4 展開による全測定時間は約 2 時間であった。

Y

鴨川

4. まとめ

大 宮 台 地の微動探査への適用を目的に、広帯域・長時間測定を可能

谷底低地としたサイスモグラフを開発した。本装置を使用して実地盤にて 3 次元微動探査を実施し、3 次元 S 波速度構造を効起点率的に取得できることを確認した。今後は、さらに機器の特長を生かした探査方法で、地質調査の精度向上と効率化を目指したい。

X
旧耕作地の
湿地帯

終点

図-6 測定範囲図とジオメトリ《引用・参考文献》
1)

林 宏 一 , 小 西 千 里 ,Kent

Falkenstein,Mitchellcraig,Leong Toh Wong, 鈴 木 晴 彦 , 劉 英 , 田 原 道 崇(3) 性能実証（解析）結果(2018)：「二次元および三次元常時微動トモグラフィ

2)の開発と適用例」,物理探査学会 第 138 回(平成 30 年

解析は CMP-SPAC 法 により、最小 CMP ビンサイズ X4m・
Y6m 間隔で分散曲線を求めた。図-7 に示す分散曲線からわ度春季)学術講演会講演論文集,講演番号 21.

かるとおり、約 1.5～10Hz の周波数範囲で表面波を取得で

2) Koichi Hayashi,Mitchell craig,Takaho Kita,Tomio

きた。この最大波長は約 140m であり、3 分の 1 波長則かInazaki (2015) ：「 CMP spatial autocorrelation

ら、探査深度は約 45m となる。解析結果の S 波速度 3 次元

analysis of multichannnel passive surface-wave

モデルは、UAV 空撮画像より作成した地表サーフェスモデ

data」,SEG Technical Program Expanded Abstracts

ルと重ねて、図-8 に示す。

2015,2200-2204.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO52】

大孔径対応型サスペンション検層器の開発
応用地質株式会社

1. はじめに〇東

勇伸、平出 亜れば susPS 検層の理論が適用できることになる。

着床式洋上風力事業における風力基礎の地盤調査では、一方、孔径が大きくなると、観測される波動の振幅が耐震設計に必要な工学的基盤（せん断波速度 Vs≧400m/s

小さくなる現象（図- 2）は、細矢他（2010）3）にも「発の地層）を調査することが重要となっている。洋上調査

信源と孔壁の間が大きくなることにより減衰が大きくな

における Vs の測定は、サスペンション PS 検層（以下にる影響と考えられる」と記載されている。

susPS 検層と称す）に因っている。現在の洋上調査で使用されている susPS 検層器は陸上の地盤調査に多用されるφ86mm 程度のスリムホールを対象として開発されたものであり、大孔径の検層では良好な記録が得られないことが指摘されていた。一方で海底地盤調査の専用船を使用した海底地盤調査では、削孔径がφ200mm 以上と大孔径となってしまい、適用孔径を超えた大孔径では、せん断速度を算出する波形が小さく読み取りが困難なケースが多くみられた。このため、susPS 検層器の起振エネ

図- 2 波動の伝播図

ルギーを大きくし、大孔径な調査孔にも適用可能な
susPS 検層器を開発した。この改良器を使用して大孔径の孔で測定した結果を紹介する。

susPS 検層器の改良は、従来の susPS 検層装置をベースにして試作した（表- 1）。改良に当たっては、振源の打撃力をパワーアップし、また筐体の径を大きくするこ2.

サスペンションＰＳ検層装置の改良とで発振波形の低周波数化を目指した。具体的には起振調査船で実施した大孔径（削孔径250mm 程度、詳細不するためのコイル数を1対から2対に増やし、コイルにか明）の孔内で従来の susPS 検層を実施した波形例を図- 1

ける電圧を300V から420V にパワーアップした。写真- 1に示す。大孔径の場合、P 波の振幅に対して S 波の振幅に改良器の写真を示す。外形としては振源部分の寸法がが相対的に小さく観測されるため、S 波到来前の高周波

φ52mm からφ71mm になっている。

の P 波が目立つ記録になっていると想定される。また調査船は4000ｔクラスの船が多く、定点保持のためのエン表- 1 振源の仕様比較表（従来器と改良器の差分仕様）

ジン振動の影響も重なり、同図から S 波の初動を正しく読み取ることができない事例が多い。

図- 1 大孔径で susPS を実施したせん断波の波形例 1)※1 放射パワー比W は、応用地質年報「Development of Suspension P=S
Logging System4)」の（6）式で評価した。

susPS 検層の理論を構築した狐崎(1975)の論文2)には、孔内水を非圧縮性とみなせる周波数範囲であれば地盤の𝑊=

𝑆 2 𝑉 2 𝑑212𝜋𝐶 3∙ 𝜌𝜔4・・・（6）式

Where :

S 波速度が測定可能だとしている。その周波数範囲は、

S :area of vibration plate「孔内の水の中に発生する音波の波長をλとすると、実際

V :vibration velocity

上の目安としては孔の直径ｄに対して、λ＞10ｄであれ

ω:angular frequency

ば、水を非圧縮性とみなしてよい」としている。大孔径C :propagation velocityで行った susPS 検層の波形例（図- 1）の周波数は600Hz

ρ:density of medium through which waves propagate.

-1

程度で、
「λ＝ｃ/ｆ（ｃは水の音速）」で、「ｆ＜10 ｃ/ｄ」の関係式に当てはめると、600 < 0.1×1500÷d から、
d < 250mm となる。したがってこの程度の孔径の孔であThe distance between the two vibration plants（d）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

図- 4 従来器と改良器の S 波初動振幅比の比較 1)

写真- 1 大孔径 susPS 検層器

3.

陸上ボーリングでの適用確認試験
応用地質（株）のつくば研究所の敷地に掘削ビット径

φ86mm のボーリング孔を掘削し、従来器で susPS 検層を実施した。次に同孔をφ270mm のビットで拡幅した後、従来器と改良器による susPS 検層を行った。なお削孔後に孔径検層を実施した結果、孔径の実測値はビット径の1.2～1.5倍であった。
図- 3にφ86mm のボーリング孔で実施した従来器の結果およびφ270mm で実施した従来器と改良器の波形記録の例を示した。赤□で囲った部分が S 波の初動であり、従来器ではφ86mm のボーリング孔と比較してφ270mm のボーリング孔では極めて振幅が小さく、ノイズの大きい

図- 5 φ86mm 孔の従来器とφ270mm 孔の改良器の比較

環境では初動がマスクされてしまう可能性が高いことが示された。一方、改良器では従来器に比べ初動振幅が大４. おわりに

きく、初動が読みやすい記録であることが確認できた。

陸上での試験を経て、海域においても専用調査船上で

ただし、周波数については従来器と改良器の差はほとん

大孔径のボーリング孔における susPS 検層を行った。こど見られなかった。

の結果、船上でも良好な S 波速度波形を得ることができた。現在では様々な海域にて大孔径 susPS 検層器を用いた調査が行われており、この3年間で30孔以上の調査実績を残している。一方でこれらの経験から、起振エネルギーを大きくした改良器で測定しても、およそ GL-30m 以
浅では、波形が船体の定点保持のためのエンジン振動の影響を受けてしまうことが分かった。今後は、調査経験を元に検層器の更なる性能向上を目指したい。
《引用・参考文献》
1)平出亜、松原由和、山本正人、小田佑介、坂田和宏：洋図- 3 φ270 ㎜孔の同一深度における従来器と改良器の
測定波形例

1)

上風力発電事業における大孔径ボアホールでの PS 検層の実施事例、第58回地盤工学研究発表会

図- 4は従来器と改良器の S 波初動振幅を深度ごとに

2)狐崎長琅（1975）：漂遊型受震方式による S 波の検層プロットして比較したものである。深度により差がある（1）原理と基礎的考察、物理探鉱、第28巻第1号、pp13

ものの初動振幅は改良器の方が大きく、装置改良の効果～21が表れていることが分かる。また、図- 5にφ86mm 孔で従3)細矢卓志、木村克己、竹村貴人（2010）：サスペンショ来器を用いて得られた速度値とφ270mm 孔で改良器を用

ン式 PS 検層速度の孔径による影響の検討、全地連「技いて得られた速度値をプロットした。両器による P 波・術フォーラム2010」那覇

S 波と速度値の違いは3％以下であり、大孔径のボーリン

4)Tanaka, K.; K. Ogura, Development of Suspension

グ孔であっても改良器を用いることで正しく地盤の速度

P=S Logging System. OYO Technical Report（1986）,が得られることが確認された。

No.8, 59-72.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO53】

セシウム磁力計センサを用いた海上磁気探査の取り組み
日本物理探鑛株式会社

〇鈴木

匠，佐々木

正徳，愛甲

崇信，吉川

1. はじめに

秀人，河野

秀紀，天野

量稀

表-1 測定機器一覧表

当社は，危険物などの埋没鉄類を対象とした磁気探査業務に従事しており，両コイル型磁気傾度計，一軸差動型フラックスゲート磁力計など，磁気の傾度や差分を測定するセンサを使用してきた．全磁力計は動揺ノイズの小さいことが知られており，探査の信頼性向上を目的にその利用に取り組んでいる．本発表では，海上磁気探査

測定機器
QZSS（CLAS）
両コイル型磁気傾度計×5 本
セシウム磁力計×4 本
水圧計
音響測深機
（送受波器：台船 1，枠 1）
傾斜計

においてセンサ枠に両コイル型磁気傾度計（以下，傾度

役割・測定
誘導，航跡測定
磁気傾度測定全磁力測定
枠深度測定
センサ枠，海底の監視
枠高度測定
センサ枠の姿勢監視
傾斜角度測定計）とセシウム磁力計（以下，全磁力計）のセンサを取付けて実験を実施したデータ例について紹介する．

2. 実験場所
実験は福岡県北九州市門司区田野浦海岸前の海域（関門航路近傍）で実施した．

図-3 センサ枠概念図(3) 測線
測定は，枠高度を 1m 程度にして測線長＝500m を 44
測線，このほかセンサ枠の水深を 3～11m に階段状に変えて測線長＝700m を 2 測線実施した．

図-1 実験場所1)

3. 測定方法(1) 測定方式
測定は台船曳航方式により，探査台船から吊り下げた
センサ枠を曳航して測定した．センサ枠の高度（以下，枠高度）は，音響測深機によりセンサ枠と海底面が一定となるよう，ウインチ操作によって制御した．
図-4 航跡図

全長：40ｍ～60ｍ(曳船船首～探査台船船尾)

GNSS 受信機

探査台船

形象物

測量室

測定室

国際信号旗(KJ1)

4. データ例

曳 船(1)護岸近くの磁気データ例

発電機
ウインチ

音響測深機
(送受波器)

護岸から 32～40m 離れた磁気データ例を図-5，図-6

磁気探査中

海 面

傾斜計

に示す．赤線の波形が全磁力データ，青線の波形が傾度計データである．図-5 の全磁力データは，CH 毎に中央

海 底
ｾﾝｻｰ枠
(海底より約 1m 上部)

図-2 探査方法概念図(2) 測定機器
測定は，「船位，磁気傾度，全磁力，枠高度，センサ

値（48200nT 程度）を差し引いている．全磁力データには護岸の長波長の異常が検知されている．図-6 の全磁力データは，ハイパスフィルタを掛けて長波長の異常を除いたデータである．短波長の異常が傾度計のデータ

枠水深（以下，枠深度），センサ枠傾斜角度」の 6 種類と整合する位置に検知されており，適当なハイパスフィのデータを取得した．測定機器を表 1 に，センサ枠の概

ルタを掛けることで，短波長の埋没鉄類の異常を明瞭に念図を図-3 に示す．

示すことができる．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
がりに，負のときに前下がりに傾くことを意味する．
図-10のデータから，センサ枠は上昇時に前上がり，下降時に前下がりに10°程度動揺し，同時に磁気ノイズが生じていることが分かる．ノイズは傾度計で0.01～
0.015V 程度，全磁力計で3～5nT 程度であった．傾度計の0.05V が全磁力計の100nT に対応すると仮定すれば，全磁力計の動揺ノイズは傾度計の1/5程度と見ることができ，全磁力計は傾度計よりも動揺ノイズの影響を受けにくい結果となった．
図-5 傾度計と全磁力計（中央値引き算）のデータ比較

図-9 センサ枠の傾斜角概念図

図-6 傾度計と全磁力計（フィルタ）のデータ比較(2)全磁力コンターマップ
図-7，図-8に全磁力コンターマップを示す．図-7は，護岸から100m 付近まで護岸の磁気異常の影響が強く反映された図になっているが，図-8ではハイパスフィルタ
を掛けることで埋没鉄類による個別の異常を確認しやす
い図になっている．

上段：磁気データ，下段：センサ枠傾斜角，枠深度
図-10 階段測定データ例

5. まとめ①全磁力データには，長波長の異常も含まれるため，埋図-7 全磁力コンターマップ（中央値引き算）

没鉄類探査では，これを取り除く必要がある．本実験データでは，適当なハイパスフィルタを掛けることで，埋没鉄類の異常を明瞭にすることができた．
②枠の揺れは磁気データにノイズを生じる原因の１つと考えられる．枠の昇降に伴って発生する磁気ノイズの比較から，全磁力計のノイズは傾度計の 1/5 程度のため，データの品質向上が見込める．
③異なる種類の磁気データ（磁気傾度，全磁力）および枠高度・枠深度，枠姿勢データを同時に測定し，相互に

図-8 全磁力コンターマップ（フィルタ）(3)階段測定データ例

比較することは磁気データのノイズとシグナルの判定に有効であり，探査の信頼性向上が期待できる．

センサ枠の傾斜角概念図を図-9に，階段測定データ例
を図-10に示す（全磁力データはハイパスフィルタを掛《引用・参考文献》

けたデータ）．傾斜角のピッチは，正のときに枠が前上

1) 海上保安庁刊行海図 W1262（を複製・加筆）.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO54】

新型フォトレーザーシステムの開発と大谷地域における展示室の開設について
川崎地質株式会社

1. はじめに

〇大村

猛，遠矢

光，槌谷

勝之，藤原

盛光

ムは，カメラ・レーザーを内蔵して掘削孔から空洞内にフォトレーザーシステムは，石材資源の採掘跡や特殊挿入するプローブと撮影計測やプローブの旋回・俯仰操地下壕等の地下空洞の内部状況を把握するために開発・作を行うノート PC と動画レコーダを接続した制御装置，改良が行われた

1) 2)．従前の機器製作から 10 年以上経過

ケーブル（電動式か手巻き式を選択使用），撮影計測深度

し，使用部品の供給対応やメンテナンス性の向上，さら管理用の距離カウンタを内蔵したシーブ，プローブとシに撮影技術の進歩を取り入れた新しいシステム（以下，ーブを支持する三又等から構成されている．

本システムとよぶ）を製作し，空洞調査への適用を開始した．本稿では，本システムの概要，特徴について述べ上方シーブ(距離カウンタ付)
三又
電動式ケーブルドラム(200m)

るとともに，地下空洞調査機器等開発の母体となった栃木県宇都宮市大谷地域への社会的貢献として開設した展

制御装置

下方シーブ

示室について述べる．

リモコン← AC100V 50/60Hz→

2. 新型フォトレーザーシステムの概要
本システムの概略仕様を表-1に示す．既存システムからの主な改良点は，以下のとおりである．
① 俯仰可能範囲を152°から180°に拡大した．
② コンパクトデジタルカメラとストロボによる静止

手巻き式ケーブルドラム(50m)
プローブ（カメラ・レーザー内蔵）

図-1 新型フォトレーザーシステム

構成図

画撮影と，ハロゲンランプを光源とする動画撮影方式から，LED ライトを光源とするフル HD 相当の動画および静止画撮影方式に変更した．
③ 方位センサを地磁気・ジャイロの2種類とした．

プローブの先端部には，側視・直視カメラ，レーザー送受信部および LED ライトが内蔵されている．プローブ
先端部の機器類接続にはアタッチメント方式を採用しており，空洞の広がり規模等に応じて LED ライトを最大4表-1 新型フォトレーザーシステム 概略仕様
旋回機能
全
体
仕
様

俯仰機能
方位センサ
外形寸法
解像度
動作温度
レンズ

プ
ロ
ー
ブ

水平画角
ピント
照明
レーザー距離計

レーザー波長測距精度
測定レート
カメラケーブル
ケーブル長
電源

360°エンドレス回転
エンコーダ搭載
0～180°
地磁気、ジャイロセンサ
エンコーダ併用 表示単位 1°
L=1498～1786mm, φ78mm
側視 500 万画素（2448×2048）
直視 230 万画素（1920×1200）-5～+45℃
側視 16mm/F1.6
直視 12mm/F2
側視 約 31°直視 約 25°固定（手動調整可）
側視 45W 白色 LED（最大 4 灯）
直視 3W 白色 LED（2 灯）
半導体レーザー（側視用, 1 箇所）
905nm（Class 1）
0.1～1m（メーカー値）
4Hz
光・メタル複合構成
200m（電動式ケーブルドラム）
AC100V 50/60Hz灯まで増設可能である（写真-1；参照）．
可動部（最小 27cm）
直視カメラ＋小型 LED ライト
アタッチメント接続部

側視カメラ

レーザー送受信部

45W 白色 LED ライト（最大 4 灯まで増設可能）

可動部（最大 50cm）

写真-1 アタッチメント方式のプローブ先端部
本システムにおけるプローブ先端の可動範囲を図-2に示す．プローブ先端の旋回によって全方位の撮影計測が可能であり，俯仰操作を行い鉛直上方から鉛直下方まで180°の範囲でフル HD 相当の高品質撮影計測が可能である．図-3に空洞内部の撮影計測概念を示す．本システム
によって，従来記録が不可能だった斜め下方の陥没空洞や斜め上方の鍾乳洞などの鮮明な写真撮影と計測が可能になった（写真-2；参照）．水平・垂直の自動撮影計測モ

次に，本システムの機器構成を図-1に示す．本システ

ードでは，画角を考慮して対象物が重なるように一定の全地連「技術フォーラム 2024」新潟
角度間隔での自動撮影が可能であり，得られた写真をパ機の開発と製作を行い，装置のテスト計測中である．

ノラマ合成して空洞内部の全体像を把握することができる．また，撮影時に複数の深度で対象物が重なるようにステレオ写真撮影を行い，実体視による荒廃状況の解析に使用している．

4. 大谷地域の展示室開設
1989年に発生した大谷地域における大規模の陥没事故を契機に，ボーリング調査と掘削孔を利用したステレオ
写真撮影や空洞形状の計測のために必要な装置の開発と

天盤方向
撮影計測

改良を行い，大谷地域における採取場跡地空洞の実態を把握することを目的とする調査を開始し，30年以上経過した現在も継続して遂行中である．
180°

0°
水平方向
撮影計測

大谷地域におけるこれまでの調査資料を収集・整理して，開示可能な資料を展示する目的で2023年8月に展示室を開設した3)．本展示室には，空洞撮影計測装置や音響測深機探査装置のうち，調査開始初期に開発した機器類を

底面方向
撮影計測

中心に展示しているほか，地質調査によって得られた
200m 級長尺コアや大谷石採取場跡地観測システムの概要，落盤疑似振動体験等の展示を行っている（写真-3；

旋回・俯仰操作参照）．本展示室は予約制により一般公開を行っている．

図-2 プローブ先端可動範囲

写真-3 初期に開発した空洞撮影計測装置の展示
図-3 空洞内部の撮影計測概念

5. まとめ本システムにより，従来鮮明な画像を撮影できなかった空洞天盤などの画像情報を得ることで，空洞内部の荒廃状況等を詳細に把握することが可能になった．レーザ
ーによる形状計測と組み合わせることで，空洞容積算出
等，空洞対策工の基礎資料として活用できるものと考える．
《引用・参考文献》
鉛直上方（天盤方向）

斜め下方

写真-2 空洞内部の写真撮影事例

1) 槌谷勝之，藤原盛光（2009）：フォトレーザーシステ
ムの特徴と利用,全地連技術フォーラム2009論文集,
論文 No.111.

3. 水没空洞における調査機器

2) 大村猛，赤澤貴，山田茂治（2010）：連続波レーダ探本システムは，水没空洞では使用不可である．水没空査とフォトレーザーシステムを用いた特殊地下壕調

洞では，水が濁っている場合が多く内部の写真撮影を記

査,全地連技術フォーラム 2010 論文集,論文 No.27.

録することは困難であるが，形状計測には超音波の反射

3) 野口静雄，大村猛（2023）：会員施設紹介

大谷石採特性を利用した音響測深機探査で対応している．計測の取場跡地観測所・大谷地下資源研究所展示室,物理探要領はフォトレーザーシステムと同様であり，現在新型査ニュース,No.60,pp.4-6.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO55】

令和 5 年 6 月豪雨により和歌山県北部で発生した河川災害の概要報告
株式会社タニガキ建工

1. はじめに

〇谷垣

嘉基，谷垣

勝久，田和

照大

且来より下流に拡がる沖積平野，布引砂州を西へ切って

令和 5 年 6 月 1 日から 3 日かけて，梅雨前線が西日本

直進し，和歌浦湾に注ぐ，流域面積21.5km2，流路延長約に停滞し，台風第 2 号により前線に向かって暖かく湿っ14km の二級河川である5)．

た空気が流れ込み，太平洋側を中心に記録的な豪雨とな(2) 地質った．6 月 2 日には和歌山県内で初めて線状降水帯が発

亀の川の上流・中流域を中心に変成岩（泥質片岩）を生し，県北部を中心に最大 24 時間雨量が 300mm 以上と主体とした山地・丘陵地が広がっているが，中流・下流

なり，有田郡湯浅町では観測史上 1 位となる最大 1 時間の河道沿いには主に砂層による沖積平野が開け，住宅地

降水量 83.5mm 及や稲作地に利用されている5)．

び最大 24 時間降【和歌山】

4. 被災状況

水量 385.0mm を観測するなど，県内で記録的な豪雨

海南市

1)

調査を実施した海南市且来での河川施設災害箇所の位
置図を図-3に示し，各地の被災状況と概要を以下に示す．

となった．

1 工区

本報告では，県

【湯浅】

2 工区

亀の川

北西部に位置す

3 工区

あっそ

る 海 南 市 の 且来を流れる「亀の川」での河川施設の被災状況につ図-3 被災箇所位置図6)

いてまとめる．

図-1 総雨量分布図 2)
上図の図-1 に県内の総雨量分布と，海南市および亀の川近傍の雨量観測所「和歌山」，「湯浅」の位置を示し，
図-2 に各地点での雨量を示す．

(1) 1工区
1工区は直線区間の高さ約4m の護岸工（コンクリート
ブロック積）が，右岸側約41m にわたり被災した．被災の形態としては，「コンクリートブロックの河川側への転倒（下流側約25m）」，「護岸工の背面土砂及び管理用道路の流出（残る上流側約16m）」が確認された．
被災区間の上流端付近の管理用道路上に流木を確認したことや，近隣住民からの情報提供などから，被災区間
より上流側において水位が護岸高を超過し，護岸工の背
いっすい

後地へ溢水したと考えられる．
被災の原因は，溢水により護岸工の背面へ河川水が浸図-2 6 月 1 日～3 日の雨量（和歌山・湯浅）3) 4)

透し，その後，護岸工背面に残留水圧が作用することでコンクリートブロックが転倒したものと考えられる．

2. 県内の被害状況
この豪雨に伴い，
今回報告する亀の川を含む県内 12 河
川で氾濫危険水位を超過し，氾濫により床上浸水 964 棟

なお，現地調査時には次回出水時に背後地や健全な護岸がさらに被災しないよう，応急対策工事（大型土のう工及び袋詰め玉石工）が施工されていた．

を含む 3,147 棟の住宅被害が発生した．その内約 45％に被災区間

あたる 1,418 棟の住家被害が海南市で発生し，災害救助法が適用された 2)．

3. 亀の川流域の地形地質概要(1) 地形
護岸工の転倒亀の川は，その源を紀伊山地より東西方向に延びる長峰山中に発し，古亀の川が堆積した地層を深く刻んでできた海南市南野上谷から，阪井，小野田の中流部を経て，被災状況全景写真-1 １工区の被災状況(1)全地連「技術フォーラム 2024」新潟が堆積していたことから，被災区間より上流側において両岸から護岸工背後地へ溢水したと考えられる．
被災原因は，「側方侵食による空石積の流出」，「河川内の土砂堆積による河道の左岸側への偏り」,「護岸工背後
地への溢水」により一部の空石積護岸の流出及び上流側
流木護岸工の傾倒と背面土砂流出状況

での護岸天端盛土の浸食が発生したと考えられる．

護岸天端の流木

写真-2 １工区の被災状況(2)被災区間(2) 2工区
2工区は湾曲区間の高さ約4m の護岸工（コンクリート

天端盛土の浸食

ブロック積）が，右岸側約80m にわたり被災した．被災の形態は，「管理用道路のひび割れ（被災全長）」
「管理用

亀の川

道路の陥没及び護岸裏込め土砂の流出（下流側約50m）」
空石積の流出が確認された．また，被災区間のコンクリートブロックについては，裏込め土砂が流出していたものの，亀裂や被災状況全景畑の堆砂状況

傾倒，基礎部の空洞などの変状は確認されなかった．
護岸工沿いのガードレールへの草木の付着や背後地の畑作地の浸水跡から，被災区間より上流側において護岸
工背後地へ溢水したと考えられる．
被災の原因は，水衝部での護岸基礎周辺の河床の局所
洗堀と，溢水後の河川水位低下時の護岸背面に作用する

背後地への浸水跡

残留水圧により，洗堀された護岸基礎下部から裏込め土

空石積の流出写真-4 3工区の被災状況

砂が流出し，
管理用道路の陥没が発生したと考えられる．
ただし，現地調査時には護岸基礎部の浮き等は確認できなかったため，護岸基礎部付近は水位低下による流速減少時に土砂により埋そくしたものと考えられる．

5. まとめ今回の被災状況調査で被災が確認された3ヵ所はすべて堀込河道で発生しており，主な被災の原因としては，コンクリートブロック積工の護岸では「残留水圧」
「裏込

被災区間

め土砂の吸出し」，空石積工の護岸では「側方侵食」がそれぞれ被災の主な原因であると推測される。
このように現地調査で確認された被災形態から被災原因を推定することで，今後災害が発生した際の対応迅速化や災害復旧等につなげていきたい。
《引用・参考文献》

被災状況全景1) 気象庁：梅雨前線及び台風2号による大雨（2023年6月23日）(最終閲覧日2024.5.29)，https://x.gd/c7K9r.
2) 和歌山県：令和5年6月梅雨前線及び台風2号による豪雨について（2023年11月）(最終閲覧日2024.5.29)，
https://x.gd/IoEjJ.
3) 気象庁アメダス：観測地点「和歌山」(最終閲覧日

管理用道路の陥没状況

写真-3 ２工区の被災状況(3) 3工区
3工区は固定堰の下流側に位置する直線区間となって2024.5.29)，https://x.gd/Ksclg.
4) 気象庁アメダス：観測地点「湯浅」(最終閲覧日
2024.5.29)，https://x.gd/YnR0m.

おり，上下流側をコンクリートブロック積工に挟まれた

5) 和歌山県：二級河川 亀の川水系河川整備計画（2010

高さ約3m の護岸工（空石積）が左岸側約60m にわたり被年 10 月 ）（ に 加 筆 ） ( 最 終 閲 覧 日 2024.5.29) ，災した．被災の形態は，「空石積護岸の流出（5ヵ所）」，

https://x.gd/ybZUC.

「護岸天端盛土の浸食（上流側約20m）」が確認された．
被災区間背後地の雑草が被災の上流端付近から下流に向かってなぎ倒されていることや，対岸の畑作地に細砂

6) 国土地理院地形図，（最終閲覧日2024年5月29日）.
https://maps.gsi.go.jp/#16

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO56】

令和 5 年 6 月豪雨により和歌山県北部で発生した道路災害の概要報告
株式会社タニガキ建工

1. はじめに

〇田和

照大，谷垣

嘉基，谷垣

勝久

３. 地形・地質概要

令和 5 年 6 月 1 日から 3 日にかけて梅雨前線が西日本

海南市別院地区は標高200m程度の小起伏山地の山頂部に停滞し，前線に向かって台風第 2 号周辺の暖かく湿っ付近に位置しており，北向きの斜面である．周辺には地た空気が流れ込んだため，大気の状態が非常に不安定とすべり地形はほとんど見られない．また，紀美野町の上なり，線状降水帯が発生した．近畿，四国地方の太平洋ヶ井地区は北東斜面に面した凹状地形部分にあたり，斜側を中心に記録的な降雨となり，この影響により和歌山

面標高は400m 程度，周辺には防災科研が示す地すべり

県内では北部域を中心に土砂災害や，河川の氾濫による地形が数多く確認され，この上ヶ井地区も地すべり地形

浸水など大きな被害が発生した．因みに，この降雨によに該当する．

り令和 3 年度から運用を開始した「顕著な大雨に関する和歌山県気象情報」を，運用後初めて和歌山県内に発表

別院地区および上ヶ井地区には，広域変成作用を受けた三波川帯が分布している．

された．
本稿では，和歌山県北部（海南市と紀美野町）で発生した道路災害の事例を報告する．

2. 降雨の状況
和歌山県内のアメダスでは，湯浅（74.0mm/h），清水観測所（70.0mm/h）で日最大 1 時間降水量の過去最高を記録．また，かつらぎ，湯浅，清水，護摩壇山観測所で
日降水量の過去最高を記録した．この降雨は，短時間に集中して発生している特徴がある．
図-3

紀伊半島の地質区分 2)
上ヶ井地区は地すべり地形

に該当する
苦鉄質片岩
泥質片岩及び苦鉄質片岩
泥質片岩
別院地区

上ヶ井地区

泥質片岩（砂質片岩）
500m

500m

図-4

湯浅観測所

清水観測所

地すべり地形分布図3)

４. 被災状況（1）別院地区
6 月の記録的な降雨により林道路側が崩壊した．練石

図-1

和歌山県の雨雲レーダー

1)

積は損壊し，道路路肩はオーバーハングしている.被災

清水㎜ 1時間降水量80

積算降水量 ㎜
400

70

350

60

300

50

250

40

200

30

150

20

100

10

50

0

0
6
6/1

12

18

24
6/2

6

12

18

24

6

12

6/3

湯浅

㎜ 1時間降水量80

積算降水量 ㎜
400

70

350

60

300

50

250

40

200

30

150

20

100

10

地は北向き斜面で崩壊が発生しており，崩壊幅は最大で30m 程度，崩壊斜面長は70m 程度である．崩壊の背後斜面には崩壊に伴う亀裂等の変状は確認されなかった．また，斜面下部には，崩壊土砂が流動化しており，崩壊地
上部には湧水が一部で認められる．
山側にはコンクリート側溝が道路沿いに設けられているが，側溝には土砂が堆積している・排水機能が全く発

50

0

0
6
6/1

12

18

図-2

24
6/2

6

12

18

24

6
6/3

6月1日～3日の降水量

12

揮されていない．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

崩壊幅 W=40m
崩壊斜面長 L=70m

崩壊幅 W=30m

崩壊土砂が流動化

写真-2

上ヶ井地区の被災状況

５. まとめ
今回の降雨は，特に1時間降水量が大きく，短時間で雨水や表流水が崩壊地内へと浸透したと想定される．
別院地区においては，道路沿いの側溝が排水機能を発
写真-1

別院地区の被災状況（2）上ヶ井地区
令和5年6月2日未明，紀美野町上ヶ井地区の主要地方
道の谷側路側が崩壊し，路側擁壁やガードレールも損壊したため，全面通行止めとなった．アスファルト舗装には，何度もオーバーレイ舗装で修復された箇所が認められる．崩壊は北東向き斜面で発生しており，崩壊幅は40m程度，崩壊延長は30m程度である．被災地は緩斜面の集水地形で，非常に水が豊富である．斜面下方は旧稲作地で下部は湿地となっている．また，過年度資料で被災
地では平成23 年度に地すべり変動が確認されていた経緯を有していることが判明した．当時は被災地と隣接している工区で地すべり対策が行われているが，被災地では，地すべり変動が非常に緩慢なため，地すべり対策が未対策であった．今回の崩壊発生の素因の一つに「地すべり」が想定されるため，地すべり調査に着手した．現地調査を行い，地すべりブロック推定し，頭部，側部，
ブロック内に地表伸縮計を設置し，調査ボーリングを4ヶ所で行った・なおブロック末端部には，表層崩壊跡が認められ，湧水が確認される．

揮しておらず，本来，側溝を流れる水が道路沿いに集まり崩壊地内へと流下したことが崩壊の主な誘因であると考えられる．
上ヶ井地区では，過去に地すべり変動が確認されていたが，未対策であった．地下水や表流水により，ブロッ
ク末端部が浸食されたことにより崩壊し，これに追随する形で，道路路側も崩壊したと考えられる．上記の崩壊により，沈静化していた地すべりが滑動を始めたと想定される．
今回の道路災害では，別院地区，上ヶ井地区以外を含めて盛土の崩壊が多く見られた・道路上に表流水が集まりやすい箇所が多かった・また，盛土の沈下等による舗装の修復跡が多く見られた・地すべり対策を行っている地すべり地区では斜面災害は発生していない．
《引用・参考文献》
1）tenki.jp：和歌山県の雨雲レーダー（2023年06月02日）
2）（株）クボタ：アーバンクボタ No.38．特集「紀伊半島の地質と温泉」，pp.9，1999.93）
地質図ナビ：https://gbank.gsj.jp/geonavi/〔R6.5.31
取込〕

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO57】

河川護岸に接する道路の路面陥没発生要因の推定事例
大日本ダイヤコンサルタント株式会社

1. はじめに

〇鍵山

昌伯，春口

孝之, 泉水友裕

河川を横断すると，橋梁はかなり長いものとなる．この

本稿では，河川護岸沿いの道路で発生した路面陥没にため，河川を付け替えて，橋梁区間を短くした可能性がついて，変状発生要因を解析し対策した事例を紹介する．

高い．陥没箇所直上流に橋梁が設けられ，線路に対して高角度で河川が交差する形となり，河川は橋梁の直下流
でもとの流路へ接合された．
付け替え河川と旧流路の関係を図-1 に示す．護岸部分
は，河川の攻撃斜面となっているため，洗掘を受けやす
い護岸である．護岸の変形区間は，ちょうど旧河川の流路を横断している区間と一致している．そのため，旧河川のゆるい堆積物の上に護岸が構築されたことになり，旧河道に堆積していたゆるい層の上に構築された護岸に限定的な変形が生じたと考えられる．

写真-1 路面陥没発生箇所の状況

3. 現地調査(1) 変形結果観察

2. 空中写真判読
空中写真判読結果を図-1 に示す．変形箇所付近は水田

現地観察の結果を図-3 に示す．陥没エリア内に設置さであり，河川の流路を規制する地形は見当たらない．されている照明柱は，道路側に 3°傾倒している．照明柱らに，今回の陥没箇所の直上流の河川の流路は，橋梁箇

基礎部の川側に亀裂は開口しており，道路側はアスファ所で急に屈曲している．川の本来の流下方向は線路と約ルトにめり込んでいることから，道路側に陥没の中心が15°という角度で交差している．この角度のまま線路がある．道路川側は護岸となっており，護岸天端より道路
側は約 14cm 沈下している．
護岸には，図-3 に示すようにアーチ状の亀裂が形成されている．ブロック積の上には，直高 0.5～1.0m 程度の擁壁が設置されている．現地観察では，護岸下端付近に空洞を複数箇所確認していることから，護岸の変形は，洗掘に伴うものと判断する．これに対し，亀裂の上位のブロック積および擁壁に変形はほとんど無く，アーチ状の開口亀裂が発達している．この形状から，護岸上部は一体としてアーチアクションを示していると判断する．

100m

100m

(2) 地中レーダ探査結果
洗掘による空洞の有無を把握するために，地中レーダ探査を実施した（図-2）．探査の結果，車道部分には，空洞は検出されなかったが，表層で陥没が確認されているエリアでは，深度 1～2m 以深にゆるみゾーンが検出された．

図-2 地中レーダ探査結果例
図-1 空中写真判読結果概要 1)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

5m

図-3 現地観察結果概要

４. 変状要因

５. 調査結果を踏まえた対策

以上の地表面観察結果をもとに推察される変形機構を，
図-4 に示す．

車道部には，空洞およびゆるみゾーンはなく健全と判断している．護岸の洗掘に伴うゆるみが，地表面近くま

護岸の洗掘により護岸背面の沈下が発生し，敷設されで到達し，表面の陥没，照明柱の傾倒を引きおこしていていた横断管と水路に破断が生じ，中を流下していた雨る．現状は，護岸の洗掘に伴い，護岸下端付近が解放さ

水が継ぎ目から護岸背面に供給された．この結果，洗掘れた状態にあり，仮に陥没部分に土砂を投入しても，洗に起因する陥没に加えて，横断管や水路からの漏水によ

掘部から土砂が抜け出す可能性が高い．そのため，本対り，照明柱基礎部の土砂が流出し，基礎部に空洞の形成策としては護岸の洗掘部分を根つぎし，土砂の流出がな

あるいは，
ゆるみゾーンが形成されやすい状況となった．

くなったのち，護岸背後の陥没エリアの処理を行うこと

照明柱の変形は，次のような因果関係で生じた．護岸を提案した．また，応急対策としては護岸前面に大型土の洗掘，護岸背後の変形→水路や横断管の変形→破断し嚢を設置および表層の亀裂等から地盤内への雨水の侵入た継ぎ目からの漏水→空洞の形成→陥没の形成→照明柱を防止する措置を実施した．

の傾倒．このように，護岸の変形は護岸の洗掘が要因と判断される．照明柱の基礎は 2m あることから，道路側へ

６. おわりにの傾倒は，基礎部の底面(深度 2m 以深)以深のゆるみが大型土嚢の設置後,路面上の亀裂や陥没等の変状の進影響していると判断される．
照明柱より道路側の亀裂は，行は収束した．また，現在は本対策が完了しており、令亀裂を境に相対的に川側が落ちていることから，陥没の

和 6 年 4 月 17 日に豊後水道沖で発生した地震により当中心は，照明柱の道路側と推定する．

該箇所周辺では震度 5 強を観測したが新たな変状等は発生していない．
初動調査で地形を判読し，その結果を踏まえて現地観
察を精度よく行うことで，より的確な変状要因の推定ができた．地形判読と現地観察を繰り返すことにより精度の高い変形予測が可能となる．
《引用・参考文献》
1) 国土地理院,地図・空中写真閲覧サービス，（最終閲覧
日2024年5月28日）.
https://mapps.gsi.go.jp/maplibSearch.do#1.
3m

図-4 変形機構概要

【CO58】

堤内地で発生した漏水（湧水）に関する調査事例
興亜開発(株)

○冨山

恵介，中森

1. はじめに郷子，宮武也司弘，筒井壮之N

上流

豪雨時に堤内地で発生する漏水現象について，漏水が台地

堤体法尻付近で発生したこと，漏水した水が濁水を伴う微高地（湖岸低地）

こと，そして漏水現象が豪雨時に繰り返し発生していることが報告された。

低地（谷底平野）

本事象は堤体の健全性が損なわれている可能性が考え漏水箇所られるため，漏水に関する調査を行った。

堤防
（道路）
下流

（漏水周辺の地形図）

2. 概要

至 堤防・河川(1) 漏水現象について
豪雨の翌日に堤内地側の堤防法尻周辺から漏水が発生した。漏水発生位置および状況を図-1 に示す。
漏水はゴルフボール程度の孔から白濁水を伴って湧出漏水箇所していた。漏水量は不明であるが，発見者からの聞き取

至 宅地りより相当量の水量が漏水していたと考えらえる。

図-1 漏水発生時の状況に示す。漏水発生 2 日前から時間雨量 5～20mm の降雨が続き，72 時間雨量は 200mm を超えた。
河川水位も降雨の経過時間に伴って上昇し，漏水現象
発生時の河川水位は，平時より 1.8m 程度上昇していたと

緑棒：時間雨量(mm)

漏水現象発生時の降雨量および河川水位の経過を図-2

2520(1)資料・文献調査結果

10

100

5

50

0

平時水位

1

農繁期+1.2m(4～8 月)
農閑期+0.6m(9～3 月)

0
6/2 6/2 6/3 6/3 6/4 6/4 6/5
0時 12時 0時 12時 0時 12時 0時

N
河川 A

れており，以前は湖沼であった。湖岸低地は湖沼時代の

河川 C

漏水箇所

漏水発生地点は，この湖岸低地に位置する。
②河川について漏水発生箇所近傍には，谷底平野の中央とその外縁をこれらの河川は干拓事業に伴って作られた承水路(排水路)であり，いずれも人工河川である。3 河川は江戸時代

河川 B
標高 20m（平面図）
河川 A 台地

河川 B

河川 C

～昭和初期かけ造成，流路の付け替えなど改修工事の記録があった。時代背景などから，堤体は周囲の台地や低地地盤を材料としていると考えられる。

m

図-2 時間雨量・累積雨量・河川水位の推移

らなる(図-3 参考)。低地部は谷底平野と湖岸低地に細分

河川 A，B，C が流下している。

※水位観測所と漏水箇所付近の河川水
位は異なる

漏水発生時
+1.8m 程度2

周辺地形は主に台地とこれを下刻してできた低地部か

自然堤防等の名残りである。

0

漏水発生確認3①周辺の地形・地質についてされる。低地部は江戸時代頃の干拓事業において陸化さ

150

4 0時
6/2
6/2 12時
6/3 0時6/3 12時
6/4 0時
6/4 12時
6/5 0時

河川水位(m)

調査は，(1)資料・文献調査と(2)現地調査を実施した。

200
漏水発生時
72 時間累積雨量
200mm 程度

15推測される。

3. 調査結果

250

10m
谷底平野

(堤体)
河川堤防。江戸時代～近代にかけて治水事業より造成。
時期によって堤体内部の土層構成は異なる。
(谷底平野)
かつての湖沼時代に堆積した泥および砂。軟弱。
(湖岸低地)
湖沼時代の湖岸に形成した自然堤防。砂や後背湿地性の泥。
(台地)
ロームおよび洪積層。砂・粘
土。

湖岸低地

（断面図）

図-3 周辺の地形分類図-1-

赤線：累積雨量(mm)に一度程度，今回と同様に豪雨後に漏水が発生している。
(2) 漏水現象発生時の気象・河川状況について（平時）（漏水状況）

また同様の漏水現象はは過去にも発生しており，数年

1)漏水時の河川水位(推定)

河川の改修工事は繰り返し発生する水害対策

堤内地

堤外地

として実施されており，元来から水捌けの悪い土

標高(m)
15

地として苦慮されている地域であった。
(2) 現地調査結果
現地調査はボーリング調査を，漏水箇所を含む

堤体

堤体の横断，縦断方向に 3 箇所実施した。またボ10
粘土質構成とその連続性を把握するため，比抵抗二次
ボーリング調査においては，堤体や基礎地盤の漏水現象と関係する地下水流動層の有無を把握するために多点温度層，現場透水試験を実施した。

V=1:100
H=1:400

粘土
互層

ーリング調査を補間し，堤体および基礎地盤の土元探査，サウンディング試験を併た。

地下水位

基
礎
地
盤

色

ボーリング
期間
砂 河川水位地層
盛土(堤体とは異なる)
堤体・上部粘土
堤体・下部粘土
基礎地盤・沖積粘土
基礎地盤・沖積砂
基礎地盤・洪積互層(砂)5

調査結果より作成した堤体・基礎地盤の想定地
層断面図を図-4 に，比抵抗二次元探査結果図を図-5 に示す。

基礎地盤・洪積粘土
基礎地盤・洪積砂
基礎地盤・洪積粘土

粘土

0

図-4 堤体・基礎地盤の想定地層断面図①堤体の土質
堤体は粘性土を主体とした地層構造であっ堤外地た。また構成材料が堤体上 部と下部でやや異な

堤防

堤内地

漏水時河川水位(推定)

漏水箇所

り，堤体上部はシルト質， 下部は粘土質であった。比抵抗二次元探査結果図からも，堤体表面と地下水位上下部で異なる結果が得られた。
②基礎地盤の土質

標高(m)深部で比抵抗値が異なる傾向を示し，堤体材料が基礎地盤は洪積層が分布しており，厚さ 1m 程度の砂・粘土互層および厚さ 2m 程度の粘土層で構成されていた。互層および粘土層は縦断および横断方向に連続性がみられた。これらは周辺の地形・距離程(m)

地質の特徴より台地縁部の地層と考えられる。

図-5 堤体および基礎地盤の比抵抗分布図

堤内地の表層には沖積粘性土が層厚 2～8m 程度
温度復元率(%)
温度復元率（％）

で分布することが確認された。

120③地下水位および地下水流動層について

温度検層結果を図-6 に示す。温度検層を調査深度(GL1～12m)で実施したが，温度復元率に著しい傾向はみら
れず，地下水流動層は確認されなかった。
堤体と基礎地盤の境界に分布する砂層の透水係数は

60

40

20

0
1分後
2分後

基礎地盤

4分後

堤体
基礎地盤

3分後

5分後

深度(管頭-m)

深度，堤内地地盤面より 0.5m 程度低い位置であった。

80

堤体

深度 （管頭-m）

地下水位は，堤体と基礎地盤の境界付近よりやや低い

100

0

5

ス
ト
レ
ー
ナ
区
間

6分後
7分後

10分後
15分後
20分後
25分後

10

30分後

温度
復元率
60％
ライン

k=1.4～4.4×10-7m/s 程度を確認し， 低い透水性を示した。
15

図-6 温度検層結果図

4. おわりに
調査結果から，今回の漏水が堤体および基礎地盤を経路として河川水が漏水した可能性が低いことが示唆された。今回，調査時期が非出水期であったこと，漏水時の《引用・参考文献》
1) 茨城県国土調査(1984)：土地分類基本調査 地形分類図 水
海道.

河川水位・地下水位について，観測データがないことから，今度も継続して調査・検討を行っていく予定である。
あわせて，堤防の安全性照査も実施する予定である。

-2-

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO59】

海岸急峻地での新道路トンネル計画における地質リスク評価と地質調査事例
株式会社村尾技建
1.はじめに

◯池田裕香

江村剛

波形治

長谷川和弘

草野亙

東側では河川が直線的に流下する。

本事例は、海岸部に面した急峻地における新たな道路ト

調査地付近は、既設道路の他に高速道路や新幹線・在ンネル計画のための地質調査である。当該道路は主幹線

来線が通り、
他機関のトンネル構造物が数多く存在する。

道路である一方で、地形条件の厳しさにより道路線形が（2）地質悪く土砂災害の危険があるため、抜本的な路線変更が計

調査地に分布する地質は、白亜紀～古第三紀に形成さ画されている。このため、地質リスク保有箇所を予察的れた火山岩および火砕岩である。同地域の工事記録からに抽出し、効果的な調査を行うことが課題であった。課は、安山岩およびデイサイトに断層粘土を伴う破砕帯が題を踏まえ、赤色立体地図を用いた地形分析を行い、地複数存在することが判明している。このため、地質に由

質リスク保有箇所を抽出・整理し、調査を実施した。

来する災害が非常に多い。

2.事業目的

4.課題

対象とする事業は、海岸部に面した急峻地における新業務に先立ち現地踏査を実施し、地質調査を行う上でたな道路トンネル計画（別線整備）である。

の課題を整理した。結果を表-1 に示す。

当該道路は高速道路と並走する国道であり、緊急時や表-1_課題、調査項目、リスクを整理した表

物流面で多用される主幹線道路である。一方で、災害危目的 トンネル坑口のリスク要因となりうる地質の把握
緩い崖錐堆積物の層厚と 崖錐堆積物や基岩の性状
課題
分布の把握
工学的性質の把握
調査 ボーリング調査
原位置試験・検層
項目 弾性波探査
岩石試験
偏土圧の発生近接構造物（高速道路・鉄
リスク
地耐力不足
道等）への影響

険個所が存在し、連続雨量による事前通行規制区間が設定されている。このため、通行規制に伴う集落の孤立や交通の滞りなどの問題を抱えている。また、塩害や波浪による構造物の老朽化が進んでおり、補修工事に伴う通行規制も非常に多い。
道路トンネル計画は、これらの防災上の問題や構造物

表 1 を踏まえ、本事例の重点事項を以下に述べる。

の老朽化といった課題を解消することを目的としており、（1）坑口周辺の地山条件について

本事例ではトンネル坑口付近の地質調査を実施した。

坑口付近には、厚い未固結堆積物とその下位に基岩がトンネルは路線が決定された後では、大幅な変更が難分布する。未固結地山の場合、地質リスクとして湧水にしい。坑口付近の調査結果は施工や維持管理に関連し、伴う地山の流出や切羽の崩壊等が想定される。

トンネル計画段階の調査として重要となる。

このため、緩斜面を形成する未固結堆積物の分布状況、
地下水状況の把握が必要となる。

3.調査地域の特徴（2）既設道路への影響について（1）地形

計画道路と既設道路の位置関係から、トンネル掘削は

調査地域は、全体として急峻な山地が海にそのまま接既設道路に近接して工事することになる。設計段階で近して海岸線をなす（図-1）。本事例の対象である 4 号トン

接工の影響を検討する必要がある。このため、影響判断

ネル新潟側坑口部の既存道路付近には、急斜面と緩斜面のための工学的性質の把握が必要となる。

および平坦地の地形的な変化が確認される。緩斜面の

調査地

↓
新
潟
方
面

↑
富
山
方
面
調査地

図-1

新たな道路トンネル位置図（上図：航空写真

下図：赤色立体地図（鳥観図））1）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
5.調査方法の提案と結果層とされる速度値 1.5km/sec 以下の土質が分布し、深度

崖錐堆積物の分布状況、基岩の性質および工学的性質

24m 付近まで速度値 2.0km/sec 以下の土石流堆積物などを把握するために、複数の手法を用いて総合的な評価をの砂礫層や亀裂の卓越した基岩等が分布する(図-4)。

行った。手法を以下に示す。
（1）赤色立体地図による微地形判読
本調査

計画：堆積物の平面的な分布状況を推定するため、赤色
立体地図を用いた地形判読を提案し以下の結果を得た。

過年度調査

結果：トンネル坑口付近の緩斜面は、沢の流水による浸食をあまり受けていない。付近の河川も出口が狭く直線
トンネル

的であり、
河川による浸食の影響も少ないと考えられる。

現道

このため、河川左岸側は堆積物が厚く残存していると考えられる(図-2)。

図-X
河川左 岸に 広図-4

く厚く 分布 する、土石流や崩壊によ る緩 い

高速道路

未固結堆積物ｄt

10m

弾性波探査結果（3）ボーリング調査
計画：坑口付近における未固結堆積物の分布状況および近接工の影響評価のため、ボーリング調査を提案した。
また、弾性波探査結果と、岩質や地下水の有無などの

N

既設道路

N
R4 調査業務
図-2

1）

赤色立体地図（鳥観図）

地質条件をあわせて地山の総合的な評価とするため、未固結堆積物が最も厚く堆積すると想定される地点（BV.1）
でボーリング調査を計画した。
結果：トンネル坑口から山側に向かうにつれて未固結堆

地形判読結果は、弾性波探査やボーリング調査の位置

積物の分布深度が徐々に浅くなることがわかった。
BV.4-

選定の基礎資料とした。調査地点として、崖錐堆積物のBV.6、BV.2-BV.5 断面上においてトンネルは岩塊や玉石分布が 3 次元的に評価できる位置、かつ既設道路に対すが混じる未固結堆積物の中を通る一方、BV.3 付近では Nる影響評価に用いる地質工学的情報を得られる位置を選

値 300 程度以上の基岩を通ることが判明した。

定した(図-3)。

トンネルが未固結堆積物中を通る箇所では原位置試験を実施し、基岩中を通る箇所では岩石試験を実施した。
（4）調査結果の総括

高速道路

業務に先立ち、机上での空間情報を利用した地形判読や現地踏査により全体を俯瞰し、現地作業、室内試験へ

BV.1

BV.6

と細部へ詰めることで調査の精度向上がはかれた。坑口

BV.2

BV.4

BV.3

近接工の影響評価として、今後の設計業務において FEM
BV.5

既設道路

図-X_赤色の調査位置図●：ボーリング調査(本調査) ●：ボーリング調査(既存)―：弾性波探査図-3付近では当初の予想通り、
緩い未固結堆積物が分布する。

調査位置図

解析とそれを踏まえた坑門設計を提案した。
6.まとめ
本事例は、災害リスクが高く他機関の既設構造物が多く見られる区間において、新たに計画されている道路ト
ンネルのための地質調査を実施したものである。微地形
判読、物理探査、ボーリング調査、原位置試験、岩石試（2）弾性波探査

験など、さまざまな手段の調査方法を組み合わせること

計画：地形判読結果から未固結堆積物が厚く堆積する箇で、高精細な地盤情報を取得できた。

所を推定し、弾性波探査を提案した。弾性波探査では地隣接する地域でも同様の道路トンネル計画が進められ

震波の伝播速度の違いから深度方向に対する面的な地山ている。
今後も空間情報の利用や物理探査、岩石試験等、の強度評価を行う。

総合的な手法として活用できるよう業務に取り組みたい。

結果：弾性波探査結果より、トンネル上部の斜面には、＜引用・参考文献＞

表層から最大で深度 17m 付近まで一般的に沖積層・洪積

1）令和 4 年度糸魚川地区地質調査その 2 業務 報告書

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO60】

斜めボーリングを活用した断層調査の事例
株式会社キタック

1. はじめに岡田

謙也

念があるため、断層をより適切に判定することが可能な

本調査地は、道路計画地の内、現道である主要幹線道

ボーリング位置 A を採用した。

路の国道を南北方向に横断する跨道橋の計画地点である。

また、断層の走向・傾斜を把握することで延長方向の調査地付近の既存ボーリング調査結果では、2 点間で、推定も可能になるため、ボアホールカメラによる断層部

西側のみ深度 15ｍで花崗岩が出現し、対する東側では深の撮影も実施した。

度 55ｍの掘進長でも砂礫しか確認されていなかった。その離隔わずか 6ｍ間での地質性状の違いから、高角度の3. 調査結果

断層が推定されていた。その後、80ｍ終点側で実施された電気探査（二次元比抵抗探査）では、西傾斜で高角度

ボーリング調査の結果より作成した地質構成表を表-1に示す。

の断層と思われる構造が確認された。
道路の安全性向上の観点より、橋台が断層を跨がない

表-1 地質構成表
時代

ように配置する必要性から、断層の正確な位置を知ることが重要である。しかし、鉛直ボーリングでは、断層位置を把握することが困難であるため、本調査では斜め下
方ボーリングを実施した。

第
四
紀

地質

完
新
世

扇状地堆積層

更
新
世

段丘堆積層

白
亜
紀

土質・岩質

記事

礫混じり砂質土・表層に厚く堆積する。
・径1～3cmの花崗岩質礫を混入する。
・不均質に細粒分を混入する。
・旧表土の有機質シルト・砂を挟在する。

礫混じり粘土(ダメージゾーン)・細粒分が多く、乱されて軟質化した礫混り粘土。
・径1cm程度の礫を混入する。

砂礫・コア径1～5cmの礫を多く混入する。マトリックスは粗砂。
・礫種は花崗岩主体だが、安山岩も混じる。

花崗岩(ダメージゾーン)・強風化し、強度が低下している花崗岩。
・カッターナイフで削れる程度の硬さである。
・含まれる長石は白濁化し、原岩組織は不明瞭である。

岩船花崗岩類
花崗岩

・全体に風化が進行し、酸化褐色化している花崗岩。
・ハンマーの軽打で容易に砕ける程度の硬さである。
・風化により割れ目は不明瞭で、部分的に砂礫状を呈する。

当初の想定通り、地表部から砂質土、礫質土、花崗岩、礫質土の順番で地質を確認することができた。花崗岩については、既存調査のコア写真及び柱状図と比較し、同様な花崗岩であることを確認した。
ただし、斜めボーリングであり標準貫入試験が実施できないため、N 値は得られていない。そのため、ボーリ
ングコアの花崗岩範囲において針貫入試験を実施した。
図-1 ボーリング角度の検討

その結果、深度 44ｍ付近を境にして、一軸圧縮強度が低下していることや、コアの状況を照らし合わせて、軟質

2. 調査計画の検討
既存調査結果による地質構成、断層の推定構造から、図-1 に示すような 2 つの調査位置を比較検討した。
下位から花崗岩、礫質土、砂質土で構成される地質に化している範囲を花崗岩のダメージゾーンとして設定した。また、砂礫については、花崗岩との境界付近で細粒分が多く、乱されて軟質化した範囲（礫混じり粘性土）
をダメージゾーンとして設定した。

おいて、斜めボーリングで断層を把握するためには、順ボアホールカメラは、花崗岩と砂礫の境界付近である

番に砂質土、礫質土、花崗岩を貫き、再度礫質土が出現

深度51~53ｍ区間で撮影を行い、走向·傾斜を計測した。

することを確かめる必要がある。そのためには、前提条件としてまず、花崗岩を確実に捉えられるようにボーリングを配置しなければならない。
ボーリング位置 A は、推定される断層の傾斜に対して直交方向に貫くような角度（斜め下方 35°）の斜めボーリングである。

4. 断層の評価
ボーリングコア及びボアホールカメラにより確認された弱面の一覧表を表-2 に示す。
ボーリングコアでは深度 52.31ｍにおいて、花崗岩（ダメージゾーン）と砂礫（ダメージゾーン）の明瞭な境界

対して、ボーリング位置 B は、道路建設用地内で、なが確認された。ボーリングコアでの境界部分の角度はるべく花崗岩を捉えつつ掘進長を短くできる角度（斜め25°であった。ボアホールカメラの孔壁画像でも同深度

下方 63°）の斜めボーリングである。

において境界部が確認され、解析結果では 80°の西傾斜

ボーリング位置 B では、仮に断層が鉛直に近い傾斜でであった。斜め下方 35°で掘進していることを考慮するあった場合、結果として掘進延長が長くなってしまう懸と、両者の角度は整合性がある。既存調査により推定さ全地連「技術フォーラム 2024」新潟
れていた「西傾斜で高角度の断層」と構造も概ね一致す

この図では、上述の 3 点（A、B、C）の位置、及びボア

るため、深度 52.31ｍの境界部分を断層であると判断しホールカメラ画像解析により判明した断層の走向・傾斜た。

（深度 52.31m）をもとにして、想定される断層位置を示

また、深度53.05ｍにおける砂礫とダメージゾーンのしている。また、既往調査結果により、ボーリングで花境界も解析結果では、断層と類似の構造（西に急傾斜）崗岩が確認された位置も考慮した。

であった。深度54.80ｍにおける砂礫中の粘性土も同様(1) ダメージゾーンの厚さについてであった。断層と類似の構造であるこれらの境界は、断今回の調査で判明したダメージゾーンの幅は約 10ｍ

層運動に起因する（断層とほぼ平行な）ものであると考であった。一方、既存調査のボーリングでは、2 孔間のえられる。

間隔は 6ｍであった。したがって、ダメージゾーンは場
表-2 断層構造と整合性確認

深度

性状

コア写真

所によって厚さの変化があると考えられる。

ボアホールカメラ
N17E80W

花崗岩(ダメージゾーン)と礫混り粘土
コアでの角度： 25°

持層として適さない可能性があると考えられる。
N18E82W

53.05m

礫混り粘土（ダメージゾーン）と砂礫の境界(3) 橋台位置について
今後の橋台位置の留意点として、ダメージゾーンの境

コアでの角度： 20°

N17E77W

54.80m

ダメージゾーンは、ボーリングコアでは軟質な部分（DL 級）が存在した。したがって、ダメージゾーンは支52.31m (ダメージゾーン)の境界
断層(2) 支持層について

界部（C）や断層面（B）は、断層活動の際に変位する可能性があるため、橋台位置はこれらをまたがないように砂礫中の粘性土の上限コアでの角度： 20°※ボアホールカメラ撮影画像とボーリングコアでは、深度表記が若干ずれることに留意が必要である。

計画する必要があると考えられる。
また、花崗岩を支持層とする場合はダメージゾーンの境界部（C）よりも西側に橋台位置を計画する必要がある

これらの調査結果（地質区分、断層の位置、ダメージと考えられる。

ゾーン）を反映し、掘進方向の地質断面図を作成した。
作成した地質断面図（図-2）には、断層位置に対する解釈の違いが起こらないように留意し、以下の 3 点をプロットした。

A:地表面における断層位置
B:花崗岩上面における断層位置
C:花崗岩上面におけるダメージゾーンとの境界

図-3 断層位置平面図

6. おわりに
今回のケースでは、斜めボーリングを実施することにより、断層の構造・位置、延長方向を把握し、適切に評価することができたと考えられる。また、斜めボーリン
グの有用性を確認することができた。
図-2 地質横断面図

地質調査を行う場合、まずは調査目的を明確にし、その調査目的に応じて、鉛直ボーリングと斜めボーリング

5. 今後の留意点
ボアホールカメラの解析で、断層の走向は道路の計画線と並走することが判明した。作成した地質横断面図に基づき、想定される断層位置を平面図に示した（図-3）。

のどちらがより目的を達成するために有効かを検討することが重要と考える。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO61】

物理探査とボーリングを併用した既存橋梁の底版形状の調査事例
株式会社アーキジオ
富山県新川土木センター入善土木事務所〇菊地

1． はじめに

久保

陽向子
幹也

のちに橋長を短縮し，ボックスカルバート工へ置換する

一般に，道路橋の耐用年数は 50 年とされており，架橋ことが最も経済的と考えられた．これにより撤去工事の後 50 年が経とうとしている道路橋は，補修や架替を求前に，現況橋梁の橋台・橋脚の形状や底版深度を把握す

められている．
しかし中には施工当時の記録が不完全で，る必要が生じたが，施工当時の記録が殆ど残っていない

基礎長や仕様が不明なものも多い．本調査事例では，富ため，以下のような調査を立案した．

山県内のある橋梁に対して，磁気探査，速度検層，ボーリング調査を併用し，底版深度と形状を推定した．

(2)調査手法

2． 調査概要

りコンクリート製，A1橋台は無筋コンクリート製と推定(1)調査経緯

された．

調査計画に先立ち，周辺の事例等から P1橋脚は鉄筋入

本事例では当初，橋梁の架替工事を検討していた．架鉄筋入りコンクリート製であれば，磁気探査が有効で，替工事に先立つ地質調査として，VB-1地点及び VB-2地点

鉄筋の最下端深度を求めることができる．また，鉄筋ので調査ボーリングを行った結果，周辺には GL-0.8m 程度

かぶり厚を考慮して，速度検層も同時に実施する計画をまで盛土，GL-8.0m 程度までシルト混り砂礫土が分布し立てた．立案が VB-2地点の掘削中であったため，同孔をていた．以深は N 値30以下の沖積層が GL-33.25m 程度ま利用して物理探査を行うことにした．

で続いており，支持層が深い位置にある事が分かった．

無筋コンクリートと推定される A1橋台は，撤去する予定だった事もあり，地表からの鉛直ボーリングを行い(VB-3)，橋台の一部を削孔し，採取したコアを観察することで，底版深度や形状を推定する計画を立てた．

3． 調査結果と考察(1)P1橋脚側：物理探査結果
VB-2孔を利用して，GL-12.0m 程度まで磁気探査及び速度検層を行った．
磁気探査の結果，P1橋脚では磁気反応が GL-3.9m 付近
0まで検出された(図-2)．速度検層では，走時曲線図から

5(m)変曲点深度が GL-4.5m となり，橋脚と調査孔の離隔等を
図-1 調査位置平面図

加味して底版の下端深度を計算すると，推定される底版
深度は GL-4.1m(T.P.=-0.78m)程度となった．

P1 橋脚

A1 橋台

A2 橋台

(2)P1橋脚の基礎形状について
磁気探査で得られる深度は鉄筋の最下端深度を反映しているため，速度検層で得られた深度よりも浅くなる．
また，VB-2地点では，GL-3.0～4.0m でセメントの付着し河川幅たコアを採取した(写真-2)．A1橋脚と隣接した箇所であるため，施工中のものと考えられる．以上から，A1橋脚の最下端深度を GL-4.1m(T.P.=-0.78m)と推定した．
(3)A1橋台側：VB-3地点ボーリング結果
A1橋台の範囲を推定し，A1橋台と通常地盤の境界部で

写真-1 現況橋梁の外観

鉛 直 ボ ー リ ン グ を 行 っ た ． そ の 結 果 ， GL-1.0 ～ GL-

また当該河川は，経緯は不明だが，現在の河川幅が橋4.7m(T.P.=4.31m～-0.39m)までコンクリートが確認され長の1/2程度しかない(写真-1)．
以上より，経済性を考慮すると，現況橋梁を撤去した

た．また採取したコアの状況は，GL-1.0～1.15m(コンク
リートの上端，T.P.=3.41m～3.16m)で，コンクリートに

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
約70°の傾斜があることを確認した．
GL-3.0～4.0m 付近でこの角度は，A1橋台の側面角度を概ね反映しているとフェノールフタレイン溶液に反応考えられる．

橋脚下端の鉄筋

写真-2 VB-2地点(P1橋脚付近)のボーリングコア
断面角度 70.15°

深度(m)

図-2 VB-2地点で行った磁気探査測定記録
写真-3 VB-3地点(A1橋台付近)のボーリングコア
走時(m)

変曲点深度

深度(GL-m)

GL-4.5m

GL-4.7m(T.P.-0.39m)

GL-4.1m(T.P.-0.78m)
調査結果から推定した橋脚・橋台形状〇 ：観測走時
図-4 想定断面図● ：補正走時

４． まとめ
調査ボーリング，磁気探査，速度検層を組み合わせる
図-3 VB-2地点で行った速度検層走時曲線(4)A1橋台の基礎形状について参考として，A2橋台の一部が地上で確認できたため，
側面角度を測定したところ，約70°だった．
P1橋脚の底版深度を GL-4.1m(T.P.=-0.78m)とし，A1
橋台は底版深度が GL-4.7m(T.P.=-0.39m)で，側面の角度を70°と推定した．

ことで，より精度の高い橋梁基礎の底版深度及び形状の推定をすることができた．今後，耐用年数の問題により，橋梁調査の業務は増えると予想される．
資料がない橋台・橋脚の形状を把握するために，物理探査とボーリング調
査を併用することが，有効な手法の一つになると考える．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO62】

鉛及びその化合物の汚染による措置対象範囲の絞り込み調査の事例
明治コンサルタント株式会社

〇石川

仁士，宮田

浩志郎，齋藤篤司，岩村尚樹

1. はじめに「土壌汚染対策法に基づく調査及び措置に関するガイ
ドライン」1)（以下「土壌汚染対策法」という．）では，対象地の特定有害物質による土壌汚染のおそれが生じた場所の位置の特定のための，試料採取等を行う区画の選定及び試料採取方法等が示されている．
本発表では，既存調査により「鉛及びその化合物」に

既存調査時点よる土壌汚染が確認された対象区画において，措置対象
範囲の絞りこみ調査を行った事例を報告する．
調査地域は，既存調査によって単位区画のメッシュ分
け及び土壌分析が行われており，「鉛及びその化合物」による土壌汚染が確認されているが，基準不適合区画の大半が，汚染発生源とは別の所有者の土地であったため，措置対象範囲の絞りこみ調査を実施し，施工時に発生す

第一回絞り込み調査後

る汚染土壌を絞り込み，対策コストの低減を検討した．

2. 第一回絞り込み調査
本調査は，既存調査によって地表～深さ50cm までの土
壌が，「鉛及びその化合物」の土壌溶出量基準及び土壌含有量基準に適合しないことが報告された4区画の試料採取地点を対象とし，同地点の深度方向の汚染の広がりを

図-1 調査位置平面図（第一回絞り込み調査）

調査した（第一回絞り込み調査，図-1）．調査地域の地層
は，表土が地表から最大で GL-2.00m 程度の深度で表土が堆積しており，表土の下は新鮮で中硬な砂岩である．
また，調査地域の周囲では，地盤中の砂岩と同一の砂岩が直壁に露頭している箇所が確認されている．岩盤は土壌汚染対策法の調査対象外として扱うため，既存調査における基準不適合区画の範囲を見直した（図-1）．また，鉛直方向に関しては，砂岩以浅の土壌を対象とした．試料採取のための掘進作業は，埋設物損傷事故防止のため，
ハンドオーガー等を用いて GL-1.00m まで試掘を行った
後，砂岩に到達する深度までは，機械式簡易ボーリング
マシンを用いて行った（写真-1）．
第一回絞り込み調査の結果，全地点・全深度において
土壌溶出量・土壌含有量の基準に適合した（表-1）．
表-1 分析結果一覧（第一回絞り込み調査）
単位：mg/L
鉛及びその化合物
試料名
土壌溶出量
B1-7 1.0m－
B1-7 1.7m－
B1-8 1.0m
0.005未満B1-8 1.55m
0.005未満B1-9 1.0m
0.005未満B1-9 1.5m
0.005未満B2-3 0.75m－
基準
0.01以下
定量下限値
0.005
太字斜体下線 ：基準不適合を示す

単位：mg/kg
鉛及びその化合物
土壌含有量
150
25
63
10未満
14
10未満
10未満
150以下
10

写真-1 使用機材（左：ハンドオーガー，右：機械式
簡易ボーリングマシン）

3. 第二回絞り込み調査
調査地域における「鉛及びその化合物」の汚染原因者
は土地 A の所有者であり，措置対象範囲の大半が汚染発生源とは別の所有者の土地 B であったため，更なる絞り込み調査の必要性が生じた（図-2）．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
コア箱に保管していた基準不適合地点の GL-0.75m の土壌試料を採取し，分析を行った（図-4）．
第二回絞り込み調査の結果，1試料のみ（B1-8 GL0.75m）について，「鉛及びその化合物」の土壌含有量基
準が不適合であったが，それ以外の試料については基準に適合した（表-2）．その結果，基準不適合土壌の土量は375.00m3から103.68m3に減量した（表-3）．
図-2 土地区分と措置対象範囲

表-2 分析結果一覧（第二回絞り込み調査）

土壌汚染対策法では，同一単位区画内で複数の深度調

単位：mg/L
鉛及びその化合物
土壌溶出量査を行うことにより，基準不適合土壌が分布する平面範
囲と深度方向を絞り込む方法が示されており，同法に則って，第二回絞り込み調査を行った（図-3）．試料採取は砂岩に到達するまでの土壌を対象とし，掘進作業は，ハンドオーガー等を用いた．試料採取地点の選定に当たっては，以下の点に着目して，側溝の近傍とした．
・重金属である「鉛及びその化合物」の性質上，水平方向への土壌汚染は拡散しにくいと考えられる．
・土地 A と土地 B の境界付近には側溝があり，これを越えた先へ「鉛及びその化合物」の土壌汚染は拡散しにくいと考えられる．

試料名

B1-7 0.75m
B1-7-1 0.5m
B1-7-1 0.75m
B1-7-1 1.0m
B1-8 0.75m
0.001
B1-8-1 0.5m
0.005
B1-8-1 0.75m
0.001未満B1-8-1 1.0m
0.001未満B1-9 0.75m
0.001
B1-9-1 0.5m
0.001未満B1-9-1 0.6m
0.001未満B1-9-2 0.5m
0.001未満B1-9-2 0.7m
0.001未満基準
0.01以下
定量下限値
0.001
太字斜体下線 ：基準不適合を示す

単位：mg/kg
鉛及びその化合物
土壌含有量
48
77
23
15

350
65
42
18
54
37
10未満
48
10未満
150以下
10

表-3 「鉛及びその化合物」基準不適合土量
単位区画

鉛及びその化合物
基準不適合

絞り込み 基準不適合
基準不適合土壌
調査
土壌
深度方向
前後
平面範囲
(m 2 )

B1-7

溶出量・含有量

B1-8
含有量100.00 0.00 ～ 1.00

100.00

絞込後

14.00 0.00 ～ 0.75

7.78

絞込前

100.00 0.00 ～ 1.00

100.00

絞込後

0.00 ～ 0.75

10.80

絞込後
絞込前

B1-9

溶出量・含有量

B2-3

含有量

合計

(m 3 )

絞込前
含有量

第二回絞り込み調査後(GL- m)

汚染
土量

20.00

0.75 ～ 1.00

5.00

100.00 0.00 ～ 1.00

100.00

絞込後

8.76 0.00 ～ 0.75

5.10

絞込前

100.00 0.00 ～ 0.75

75.00

絞込後

100.00 0.00 ～ 0.75

75.00

絞込前

400.00375.00

絞込後

142.76103.68図-3 調査位置平面図（第二回絞り込み調査）

4. まとめ
措置対象範囲の絞り込み調査を行う際，現場条件や土地境界等を考慮することが重要である．本調査により，汚染土
壌を絞り込んだことで，土壌汚染対策にかかるコストを低減することができた．
図-4 コア箱からの土壌資料採取《引用・参考文献》
1) 環境省 水・大気環境局 水環境課土壌環境室：土壌汚第一回絞り込み調査で既に基準不適合が確認された地点について，基準不適合と基準適合の中間の深度の試料を採取・分析して，基準不適合土壌の深度を絞り込んだ．

染対策法に基づく調査及び措置に関するガイドライン（改訂第3.1版），令和4年8月

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO63】

自然由来重金属等を含む建設発生土の不溶化検討
株式会社キタック

1. 背景

〇笹川

由夏

2. 試験に用いた地質

トンネルや切土から発生した土砂は、事業用地内で盛土として利用することが理想的で、土工収支のバランス

今回は次の２つの基準を超過する地質サンプルを用いた。

を最適化することが課題である。重金属等に問題がある①ふっ素サンプル

地質も、覆土などの対策を行ったうえで、事業用地の盛②酸性化サンプル

ふっ素が超過砒素、ふっ素、酸性化が超過土に活用することが望ましいが、問題の地質が余剰となセレンは超過しないが溶出ありる場合も考えられる。このような時の対策として、地下

参考文献2）では、廃石こうボードの再資源化で問題とへの浸透防止、浸出水処理、不溶化、遮水シートによるなる「ふっ素」について取り扱っており、セメントの水

遮水工封じ込め、場外処分等の方法がある

1）

。本発表は

このうち「不溶化」について試験・考察した。

和反応時に作られる「エトリンガイト」に重金属等が固定され、溶出量が低減するメカニズムがあるとされてい土壌に含まれる重金属等の不溶化技術は、混和材による。今回対象としたサンプルは両者ふっ素が基準を超える解決策があるが、基準超過の程度が小さく、扱う土量ているため、この効果が狙えると考えた。他の砒素や酸が大量な場合、混和材が高価であるため、利用の判断が性化についても同様に効果を期待した。

難しい。また、基準を超過して溶出する可能性がある地

セメントを混合させる前のサンプルの物性値を表-1に質は、泥岩やシルト岩で、トンネルや切土から発生した示す。重金属等の溶出特性を表-2に示す。今回の試験に

これらの地質を盛土等で利用しようとする場合、スレー

おける効果確認は基準を超過した砒素、ふっ素、酸性化

キング等で泥濘化してそのまま盛土材として利用に課題とセレンについて実施した。

がある。今回このような条件（基準超過が小さい、扱う土量が大量、泥濘化する地質）の解決策として、まず盛3. 配合試験計画

土材として利用するために比較的安価なセメントを混合「配合試験方法」と「配合したセメント」、「効果の確認させて、強度を確保することを考えた。
今回の発表では、方法」は次のとおりである。

セメント混合後の重金属等の溶出抑制への効果が得られ（1）配合試験の方法

るか確認した結果について報告する。

配合試験の養生日数や配合量は次のとおりである。

表-1 サンプルの土質試験値

・養生日数

自 然 土 粒子 最 大乾 最 適番サンプル 含 水 比 の 密 度 燥 密 度 含 水 比号%
g/cm3 g/cm3
%
ふっ素
①
サンプル

14.0

酸性化
サンプル

62.9

②

2.672

1.642

７日と２８日の２ケース
3・配合量 50kg/m 、150kg/m3、250kg/m3の３水準（2）配合したセメント配合に用いたセメントは表-3に示す特性の異なる３種20.7類である。なお、「①ふっ素サンプル」については、含水

2.408

0.925

量が少なく、
水和反応が鈍い可能性を考え、含水比を+10%58.5の24%となるように調整した配合も試験した。
表-3 試験に使用した固化材の特徴

表-2 セメントを混ぜる前の分析結果
番
サンプル
号

岩質

ｶﾄﾞﾐｳﾑ
*1
mg/L

鉛
*2
mg/L

砒素
*3
mg/L

セレン ふっ素
*4
*5
mg/L
mg/L

酸性化
*6
mg/L

①

ふっ素
サンプル

砂岩

0.001
未満

0.005
未満

0.001

対象外

1.1

11.2

②

酸性化
サンプル

泥岩

0.001
未満

0.005
未満

0.012

0.010

0.85

3.0

基準値*7

0.01

0.01

0.01

0.01

0.80

3.5超

定量下限値

0.001

0.005

0.001

0.001

0.08

-

*1 JIS K 0102 55.3 ICP発光分光分析法*2 JIS K 0102 54.3 ICP発光分光分析法
0.05 基準超過*3 JIS K 0102 61.3 水素化物発生ICP発光分光分析法*4 JIS K 0102 67.3 水素化物発生ICP発光分光分析法*5 JIS K 0102 34.4 流れ分析法*6 水素イオン濃度〔pH(H2 O2 )〕 JIS K 0102 12.1 ガラス電極法
検液調整法は、2mm以下に粉砕後40°Cで2時間乾燥した試料と、溶媒を重量体積比10%の割合で混合し、6時間振とうした後ろ過し作成した。
検液調整法は、地盤工学会基準「過酸化水素水による土及び岩石の酸性化可能性試験
方法」(JGS 0271-2020)による。

*7 環境基本法 地下水環境基準

固化材

特徴

高炉セメント
最も安価で、一般的な軟弱な粘性土は固化する
B種
六価クロムが溶出しにくい(略)高炉Ｂ特殊土用セメント(略)特殊土石こう成分が多くエトリンガイトを生成しやすい
た、含水量が多い土でも少ない配合量で固化する
六価クロムが溶出しにくい

高有機質土用 石こう成分が大変多く最もエトリンガイトを生成セメントしやすいため、高有機質土や火山灰質土が比較的(略)高有機 少ない配合量で固化する

短所

配合量が多い高価

最も高価（3）効果の確認方法
配合前に重金属等の溶出特性を、
短期溶出試験を行い、配合後はトリータビリティ試験を行い、溶出の変化を確認した。試験方法を表-4に示す。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-4 効果確認に用いた試験
確認する
内容
配合前の
重金属等
の
溶出特性

方法

規格

短期溶出試験

平成15年「環境省告示第18号」

酸性化可能性試験

地盤工学会「過酸化水素水を用いるpH試験」

トリータビリティ試験
配合後の
重金属等
の
溶出特性

平成15年「環境省告示第18号」

短期溶出試験
硫酸添加溶出試験
消石灰添加溶出試験*1*1

硫酸添加溶出試験
消石灰添加溶出試験

一般社団法人 土壌環境セン
ター「GEPC技術標準 重金属等
不溶化処理土壌のpH変化に対する安定性の相対的評価方法
GEPC・TS-02-S1～S2」

図-1 ふっ素サンプルのふっ素溶出と高炉 B+加水酸性化での安定性を確認
アルカリ性化での安定性を確認

4. 試験結果効果が確認されたものは、次の【効果あり】とした3つで、【効果なし】はセレンであった。
【効果あり】

・砒素

・ふっ素

・酸性化

【効果なし】・セレン（対象外であるが評価）①ふっ素サンプルでは、高炉 B と高有機で対象外であったセメント由来の六価クロムが基準を超過し、使えるものは「高炉 B+加水」のみで、100kg/m3程度以上の配合
図-2 酸性化サンプルのふっ素と高炉 B

で効果があった（図-1）。なお、六価クロムの溶出が無け
れば高有機が最も少ない配合で効果があった。
0.04

溶出は無かった。ふっ素で20kg/m3程度以上の配合で効果0.035があり、①ふっ素サンプルよりも少ない配合で効果があった（図-2）。セレンは配合前の段階で、僅かに基準を下回っていたが、配合することによって、反対に基準を超え、配合が増加すると溶出は減少に転じるが、今回の試験の最大配合量である250kg/m3でも基準を満足するこ

セレン溶出量(mg/L)②酸性化サンプルでは、セメント由来の六価クロムの高炉セメントB種

0.03
0.025

0.02
0.015

0.01
0.005

250

0

とは無かった（図-3）。酸性化については、僅かな配合で050効果があった（図-4）。
また、7日養生と28養生では、大きな差は無い。

100
150
200
固化材の配合量(kg/m3)

高炉セメントB種 H2O
高炉セメントB種 Ca(OH)2

250

300

高炉セメントB種 H2SO4
基準値

図-3 酸性化サンプルのセレンと高炉 B

5. まとめ・「砒素」「ふっ素」や「酸性化」の基準超過の程度によ
12っては、セメントを混合することによって、飛散防止対

きないと考えられる。

pH(H2O2))

策を行えば、無対策土として扱える可能性がある。
・セレンが溶出する場所では、セメントの効果は期待で

高炉セメントB種

10
8

6
4

《参考文献》

2

1) 国土交通省-建設工事における自然由来重金属等含0有土砂への対応マニュアル検討委員会「建設工事に

4
0

50

100
150
200
固化材の配合量(kg/m3)

250

おける自然由来重金属等含有岩石・土壌への対応マ
ニュアル（暫定版）」2010 年 3 月

高炉セメントB種 H2O
高炉セメントB種 Ca(OH)2

高炉セメントB種 H2SO4
基準値2) （公）地盤工学会関東支部「地盤改良材を中心とした
廃石こうボードの再資源化」2013 年 2 月

図-4 酸性化サンプルの酸性化と高炉 B

300

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO64】

排水路矢板護岸補強工事における地盤改良の課題と解決策
株式会社村尾技建1. はじめに〇松澤 輝

め,六価クロムの溶出や水質の pH 上昇のリスクが懸念さ本工事は,排水路矢板護岸の老朽化対策を目的とした護岸補強工事である.この工事は,小型施工機械を使用し,れる.当該排水路の流末が鳥屋野潟であることから,生態系への影響が問題となる.

矢板の前面にコンクリートパネルを設置するものである.
施工中の対応として，トラフィカビリティの確保を目的

このため,pH の管理方法や pH が高くなりにくい固化材の選定,六価クロム溶出抑制が必要となる.

に,排水路内の有機物を多く含む泥土（以下「泥土」）の地盤改良に着手したが,地盤が固まらず工事進捗の低下,

4.

工事期間および施工費が増大したため,工事中止となった.

ボーリング調査結果
調査の結果,泥土層（Ac0）は排水路底から厚さ 0.5～

0.9m で分布し,その下位に腐植土層（Ap1）が厚さ 0.2～

このような地盤改良不良を解決するため,泥土の土質0.9m の厚さで分布していることが分かった.それ以深に特性の把握，適切な固化材の選定と配合量の決定を行う

は粒径均一な砂層（As1）が分布していることを確認した.

ため配合試験を提案し実施した.

5.
2. 調査地の特徴

試料の調整方法や固化材の選定,室内強度の設定,試験

調査対象の排水路は砂丘間低地に位置し,住宅が密集する.また,この排水路は鳥屋野潟に流れ込んでいる.鳥屋野潟は,日本の重要湿地 500 に選定されており,豊かな生態系を持つ稀有な湖沼である.
新潟県地盤図土の特性と改良材の配合検討

1）によると,調査地の地質は地表から標高-3m 程度まで軟弱な腐植土層（Ap1）または粘性土層（Ac1）が分布しており,その下には標高-20m 程度まで比較的締まった砂質土層（As1）が分布している.

結果について以下に示す.
（1）現場状況を再現した配合試験試料の調整
配合試験試料は,採取効率の高いエクマンパージ採泥器を用いて採取した.採取した泥土は水と混合していた
ため,沈降させた後,上澄みを排水して試験試料とした.
（2）固化材の選定
固化材の選定について,石灰系とセメント系の固化材の適性を検討した.セメント系は固化作用により強度が増加するのに対し,石灰系は吸水による含水量低下に伴

3. 着目点と対応方針
地盤改良の効果が発揮されず固化しなかった原因については,以下の問題が考えられた.
土質特性の問題，固化材の問題，事前の配合試験試料

う物性改良効果が大きい.今回は著しく含水比が高いため,吸水効果が小さい消石灰は除外した.
固化材選定にあたり,今回の対象土壌の土質試験結果を以下に示す.

と施工の土質の乖離を考えた.試料の問題について，
地盤

細粒分

57.3～78.8％

改良工事の施工写真を確認すると,排水路底盤には薄く砂分（礫含む）21.9～42.7％

水が張っており,土は飽和状態であった.一方,配合試験

含水比w=145.7～206.7％に用いた試料を確認すると,含水が少ない乾燥～湿潤状

液性限界

wL=77.9～98.7％

態であった.

湿潤密度

ρt=1.254～1.336g/cm3

土粒子の密度ρs=2.634～2.700g/cm3

このため,設計と施工で土質の含水量に乖離があることが地盤改良不良の原因であると考えた.したがって,配この結果から,改良対象土は川底に近年堆積した未固合試験では現場状況を再現した試料の調整が必要となっ結のもので,有機物を多く含み高含水の状態であることた.

が分かった.また，粒度構成から比較的砂分を多く含んで（1）検討条件

おり,砂質細粒土と判断される.

1）近隣住民への配慮

以上を踏まえると,固化材については砂質土や有機質

地盤改良工事の際,ラフテレーンクレーンを用いて上土の場合や含水比が液性限界以上の場合にセメント系が空から固化材を散布した.その結果,固化材が発塵し,近有利であることが分かった.また,生石灰は含水比の高さ

隣住民からクレームが寄せられた.

から相当量の添加が必要であり,経済性だけでなく危険

この問題を解決するためには,発塵しにくい施工方法の検討や,適切な固化材の選定が必要となる.

物に分類されるため取扱いが困難となることが予想された.

2）生態系への配慮

以上より,固化材選定において石灰系は除外した.

地盤改良工事ではセメント系固化材などを使用するたセメント系及び石灰系以外の固化材については,情報全地連「技術フォーラム 2024」新潟
収集の結果,含水比が著しく高い場合には強度発現に問先で選定した.

題があるものが多いことが分かった.そのため,過去に泥土の施工実績があり,改良効果が確認されている中性固

表-1 固化材別試験結果等一覧表
目標一軸圧縮強さ

孔番号

固化材の種類2200kN/m3

必要添加量(kg/m )化材を採用候補として選出した.
（3）室内強度の設定

No.1

当現場での地盤改良の目的は,排水路底泥を改良し,施工機械が走行できるトラフィカビリティを確保すること

No.2

である.排水路内で使用する機械は小型油圧ショベル及び不整地運搬車である.両機械の接地圧は以下の通りで

No.3

ある.
・小型油圧ショベル：接地圧 23.5kN/m²

No.4

・不整地運搬車（積載時）：接地圧 36.3kN/m²
上記機械の走行に必要なコーン指数は 300kN/m²以上

2）である.現場と室内の強さ比は「粉体・泥土」の 0.2～0.53）の中間値である 0.35 と設定した.このため,室内での目

No.5

pH※2

材料単価※1

材料費

六価クロム

(円/t)

(円/m3)

基準超過

材令0日

材令7日

発塵抑制

中性固化材

358

¥30,000¥10,740

なし

12.8

12.9

なし

セメント系固化材

262¥15,500¥4,061

なし

12.7

12.7

なし

セメント系固化材(発塵抑制)

373¥31,000¥11,563

なし

12.9

12.8

あり

中性固化材

360

¥30,000¥10,800

なし

12.5

12.3

なし

セメント系固化材

338¥15,500¥5,239

なし

12.5

12.3

なし

セメント系固化材(発塵抑制)

472¥31,000¥14,632

なし

12.9

12.7

あり

中性固化材

293

¥30,000¥8,790

なし

12.6

12.4

なし

セメント系固化材

154¥15,500¥2,387

なし

12.7

12.5

なし

セメント系固化材(発塵抑制)

188¥31,000¥5,828

なし

12.8

12.6

あり

中性固化材

310

¥30,000¥9,300

なし

12.8

12.6

なし

セメント系固化材

181¥15,500¥2,806

なし

12.6

12.4

なし

セメント系固化材(発塵抑制)

263¥31,000¥8,153

なし

12.6

12.5

あり

中性固化材

269

¥30,000¥8,070

なし

12.8

12.5

なし

セメント系固化材

176¥15,500¥2,728

なし

12.7

12.3

なし

¥31,000¥6,293

なし

12.8

12.6

あり

セメント系固化材
203(発塵抑制)※1：積算資料2022年1月の材料単価を参照した。
※2：必要添加量算出区間の最大値とした。

標強度はコーン指数（qc）で 300/0.35=857kN/m²となる.
今回実施する配合試験は一軸圧縮試験強度（qu）を測定6.

するため,以下の式で換算した.
qu=1/5qc

施工時における pH 管理方法について
配合試験供試体の土懸濁液の pH は,中性固化材を含む

4）

この式より目標とする一軸圧縮強度（qu）は 171kN/m²

全ての地点・固化材で 12 前後という非常に高い値を示した.地盤改良の施工中に発生した水は,改良体に触れる≒200kN/m²と設定した.

ことや滞留することから,pH が高くなる可能性がある.

（4）配合試験結果

このため,pH 管理方法について以下の提案を行った.

固化材添加量と一軸圧縮強さの相関図（図-1）を作成
し,目標強度 qu=200kN/m²での必要添加量を求めた.

仮締切りの外へ放流する場合は,放流する水の pH を測定する.排水基準値（5.8 以上 8.6 以下）よりも高い場合
は,仮締め切り内の水を一度ノッチタンク等に汲み上げ,
タンク内で中和処理を行った後,仮締め切りの外へ放流
する.中和処理については,アルカリ中和剤の投入および希釈などが考えられる.中和処理は,水質汚濁防止法による排水基準達成を目標とする.

7.

おわりに
本事例は,現場の施工状態および土質にあった調査試

験を実施せずに発生した工事中の問題であり,改めて事
前調査の重要性を認識した.
調査地付近には住宅密集地に同様な老朽化した水路が多く見られる．今後については,本事例の経験を生かして必要な地質調査の提案を行い，地域に貢献していきたい.
《引用・参考文献》
1） 新潟県地盤図（2002）：一般社団法人

新潟県地質調査業協会
図-1 添加量 - 一軸圧縮強さ 相関図（No.1）
試験結果を表-1 に示す.六価クロム溶出量試験の結果
は,全ての試料で基準値を満たしていた.pH 試験では全ての試料で pH12 前後という非常に高い値を示した.また,
材令 0 日から材令 7 日で顕著な pH の減少傾向はなかった.
以上の結果から,発塵抑制があり,六価クロムの基準値を満たしている「セメント系固化材（発塵抑制）」を最優

2）地盤材料試験の方法と解説（2021）：公益社団法人 地
盤工学会
3）セメント系固化材による地盤改良マニュアル（2021）：
一般社団法人セメント協会4） 道路土工軟弱地盤対策工指針（2012）：公益社団法人
日本道路協会

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO65】

関東地域の沖積粘性土の含水比と圧密特性の一考察
株式会社アサノ大成基礎エンジニアリング

〇伊藤

瑞生，三浦

理司，角海

あかね

1. はじめに
室内土質試験と土質物性値（γt，Cc，ｅ0，pc 等）は，既往研究によると自然含水比 wn と相関関係があるとされており，森 1)，酒井ほか 2)，山内ほか 3)等により関係式が提案されている．
今回，自社データの関東地方の沖積層の試験値を既往研究に対して新たに追加し，自然含水比をパラメータとした物性値との関係式を再整理し，関係式の地域性や適用性について検討を行った．
図-2 自然含水比 wn と圧縮指数 Cc の関係

2. 既往研究との比較
今回新たに収集したデータは，関東地方の沖積層を対(3) 自然含水比 wn と初期間隙比 e0の関係

象に圧密試験を行った計275個の自社データである．wn

図-3に wn と初期間隙比ｅ0の関係図を示す．

との関係について比較した既往研究を表-1に示す．

図—3によると，wn と ｅ0には ｅ0 =0.0583wn0.8171 （式3）が求められた．wn と Cc と同様に既往研究で提案され

表-1 既往研究対象地一覧
著者

発表年

対象地

対象の地層や土質る各式と比較すると wn とｅ0は全体として相関関係があ

森 1)

1971

不明

沖積層

粘性土

ることがわかる．

酒井ほか 2)

1987

関東地方

沖積層

粘性土

鈴木 4)

2000

新潟市

沖積層

粘性土

佐藤ほか 5)

2005

石巻平野

沖積層

粘性土

山内ほか 3)

2010

濃尾平野

沖積層

粘性土

河村ほか 6)2017

山口県

礫質土・砂質土・粘性土・風化岩(1) 自然含水比 wn と湿潤密度γt の関係
図-1に wn と湿潤密度 γt の関係図を示す．
図—1によると，wn と γt の関係式として γt =4.0278wn0.223（式-1）が求められた．wn と γt はかなり強い相関関係があることがわかる．

図-3 自然含水比 wn と初期間隙比 e0の関係

3. 高含水粘性土の粘着力 c・圧密降伏応力 pc の傾向
自社データを収集する中で，wn と c,wn と pc について
一定の傾向が認められた．傾向について下記に記す．
(1) 自然含水比 wn と粘着力 c の関係
図-4に wn と粘着力 c の関係図を示す.
wn に着目すると，高含水の粘性土（wn≧150%）では c
が概ね c≦20kN/m2となる傾向が認められた．
図-1 自然含水比 wn と湿潤密度γt の関係(2) 自然含水比 wn と圧縮指数 Cc の関係
図-2に wn と圧縮指数 Cc の関係図を示す．
図 — 2 に よ る と ，wn と Cc の 関 係 式 と し て

Cc=0.0104wn+0.0495（式-2）が求められた．既往研究で提案される各式と比較すると，wn と Cc は全体として相関関係があることがわかる(図-2)．
図-4 wn とｃの関係

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(2) 自然含水比 wn と圧密降伏応力 pc の関係

wn と pc の関係は wn=150%を境に pc の変化量に違いがあ

図-5に wn と圧密降伏応力 pc の関係図を示す．

り，wn が等しいときは深度によって pc が変化するとさ

粘着力 c と同様に，wn≧150%の高含水の粘性土は概ねれる（鈴木4)）．鈴木4)で収集されたデータも，wn≧150%

pc≦50kN/m2となる傾向が認められた．

の試料の pc は深度によって若干のばらつきがあるが，pc≦50kN/m2程度のデータが多く，wn≧150%のラインは wn
から pc を推定する一つの指標になると考えられる．

5. おわりに
本論文は wn と物性値の関係について，γt,Cc,ｅ0は wnと相関があることを再確認し，特に Cc,ｅ0についてはその地域性を明らかにした．また，wn≧150%の高含水粘性土の pc と c の強度傾向を概略把握できた．
また，酒井ほか2)や及川7)によると wn から e-logp 曲線
図-5 wn と pc の関係の予測方法も提案されており，簡易的に圧密沈下解析を行うことを提案している．

4. 考察

本論文ではこの関係性から圧密計算や安定計算等の詳(1) 自社データと既往研究の比較・検討

細検討への適用は考えていない．予備，概略調査段階に

今回新たに提案した式1～式3と，既往研究の提案式をおいて高含水比の土層が出現した場合，その地質リスク

比較すると以下の傾向が認められた．
①

評価手法として活用し，地形的に脆弱な地点や地層を選

wn と γt の関係について定するなどその後の詳細調査に対して効率的・効果的活

自社データと佐藤ほか 5)や河村ほか 6)の提案式を比較用できるのではないかと考えている．

すると各提案式には相関があり，wn と γt の関係は全国的

今後も全国のデータを収集し比較検討を行い，地域性に同様の傾向があると考えられる．
②

を考慮した土層の関係式を明らかにし，地質調査業務の自然含水比 wn と圧縮指数 Cc の関係一助をなるデータ収集に努めていきたい．

wn と Cc の関係式を比較すると，全体的に強い相関が認められた（図-2）．特に自社データは酒井ほか2)の式を《引用・参考文献》

強く支持し，関東地方の沖積層の Cc は自社データと酒

1) 森満雄（1971）：土の圧密試験における問題点と圧縮

井ほか2)の式の範囲に存在すると考えられる（図-6）．

指数の一推定法について，明星大学研究紀要，理工学部 No.6，pp.119-125．

10関東平野 沖積層のCc（推定）2) 酒井孝,横山克男，小宮山善博,桜井学，冬木衛，宇Cc =0.0104wn + 0.0495
R² = 0.9148

都一馬（1987）：自然含水比による圧密特性の予測に

圧縮指数 Cc

ついて，土木学会第 42 回年次学術講演会，pp.286287．
53) 山内義明，三好千春（2010）：圧縮指数を推定する土【酒井】Cc=0.104+0.00915 wn

質定数と問題点について，全地連技術フォーラム
Ac+Ap

自社サンプルデータ
酒井（1987）(Ac+Ap)

0
0

500

1000

自然含水比 wn (%)

図-6 自社データと酒井(1987)の比較（酒井 2)に加筆）③

2010論文集，論文 No.42．

線形

wn とｅ0の関係について

4) 鈴木正喜（2000）：新潟市および周辺部の沖積層における自然含水比と圧密諸量値の関係，新潟応用地質研究会誌，No.54,pp.19-26．
5) 佐藤信宏,佐藤淳,千葉太介（2005）：含水比をパラメータとした簡便な圧密沈下量予測に関する一考察，

wn とｅ0の関係式を比較すると，全体として相関関係

全地連技術ｅ-フォーラム2005論文集，論文 No.15．

は認められたが，その傾向は関東のデータとそれ以外で

6) 河村志朗，浴坂公博，麻生健介（2017）：山口県内の

大きく2分された（図-3）．Cc と同様に関東地方の ｅ0は地盤における土質特性値に関する考察，公益社団法

自社データや酒井ほか2)の式の範囲にあると想定する．

人地盤工学会中国支部論文報告集，地盤と建設，
Vol.35，No.1．

(2) 高有機質土の物性値の評価
3.のとおり，wn≧150%の高含水の粘性土の強度は，c≦20kN/m2，pc≦50kN/m2に概ね収まる傾向にある．

7) 及川洋（1989）：自然含水比をパラメータにした軟弱
土の e-logp 曲線および logcv-logp 曲線の予測方法，土木学会論文集，第412号，Ⅲ-12，pp.43-49．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO66】

上ノ国町の松前層群 M5 の黒色珪質頁岩(通称ブラックシリカ)の産状について
大日本ダイヤコンサルタント株式会社

1．はじめに〇田中湧朔，楢戸敬一郎，渡辺一樹

走向は NS～N50°E，傾斜は14°E～30°W と比較的低角

北海道檜山郡上ノ国町に位置する神明鉱山は，非晶質度であることが確認された．

な炭素を含む黒色珪質頁岩(通称ブラックシリカ)の採掘

ボーリングコア観察結果では，松前層群 M5のメンバーが行われている．これら黒色珪質頁岩については，地質は上位より，黒色珪質頁岩，淡灰色珪質頁岩，黒色珪質

学的な調査が不十分であるため，その詳細な分布は明ら頁岩，淡灰色珪質頁岩，黒色珪質頁岩，変斑れい岩の順

かにされていない．今後，鉱山の開発を効率的に進めるで構成される．またボアホールカメラ観察によりこれらためにも，その分布の特徴を明らかにすることが重要での構造はほぼ水平であることが確認された．

ある．そこで，今回は基礎的なデータとして，一部の範以上の結果から，上ノ国神明鉱山に分布する松前層群

囲で行った地表地質踏査とボーリング調査の結果から得M5の淡灰色珪質頁岩と黒色珪質頁岩は互層状を呈し，ほられた知見をもとに黒色珪質頁岩を含む松前層群 M5 のぼ水平に分布することが明らかになった．また，黒色珪

分布の特徴について報告する．

質頁岩の下部の2層の間に変斑れい岩が狭在することが明らかとなった．
（図-2，3）

2．背景
調査地域周辺は渡島帯に区分されており，その基盤岩
1)はジュラ紀前後に形成された付加体とされている．
2)

4．まとめ
今回の調査で松前層群 M5の構造が明らかとなったが，「佐藤ほか，1990」 によれば，“シリカブラック（通称黒色珪質頁岩の下位に分布する淡灰色珪質頁岩においブラックシリカ）”とは，「先第三系黒色硬質頁岩類中のて，高角度な構造が多くみられることや付加帯と考えら

断層破砕部に産して数％の炭素を含有する黒色物の通称れている松前層群がほぼ水平な構造を比較的広範囲に持であり，一般に，粉状・塊状を呈して脂感を有し，珪酸

つこと，黒色珪質頁岩中に変斑れい岩が狭在することなを主成分（70％以上）としてアルミナ（十数％以下），Fe2O3

ど疑問点も多い．今後は範囲を広げて地表地質踏査や露を数％含有する」としている．また，「先第三系」とは，

頭スケッチ，ボーリング調査を実施し，黒色珪質頁岩の「石炭紀から三畳紀の松前層群上部」（図-1）としている．

分布を明らかにするとともに，黒色珪質頁岩を対象に地

このように既往の文献や調査では，調査地域が付加体

球化学分析や薄片，研磨片観察等を実施し，その形成過であること等から，松前層群 M5は比較的高角度な方向に程を検討する．

分布すると考えられている．
《引用・参考文献》

3．調査結果1)日本地方地質誌１北海道地方(2010):日本地質学会，

地表地質踏査の結果では神明鉱山からヤナセの沢最奥

pp.18-20.

部までに位置する黒色珪質頁岩はほとんど標高差がな

2)佐藤壽一，河野純一，小野修司(1990):北海道上ノ国町

く，その上位に新第三系の堆積物が分布することから，の“シリカブラック”，浦島幸世教授退官記念論文集．

連続した地層であることが推定される．すなわち，黒色3)秦光男，垣見俊弘，産総研地質調査 総合センター

珪質頁岩を含む松前層群 M5は水平に分布する．また，神(1979):5 万分の 1 地質図福「木古内」．

明鉱山の露頭では黒色珪質頁岩の内部構造が観察され

図-1 神明鉱山周辺の地質(「5万分の1地質図幅「木古内」に加筆)3)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

図-2 神明鉱山付近のルートマップ

図-3 神明鉱山付近の地質断面図（縦横比＝1：1）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO67】

シラスドリーネと灰土が分布する熊本地域での調査事例
株式会社アバンス

1. はじめに

〇宮﨑

康平，山下

隆之

2. シラスドリーネの成因

シラスドリーネとは、地中のシラスが地下水による浸シラスドリーネの成因については、①地中の土質と地食により形成された、すり鉢状の陥没地形（凹地）のこ

下水流動に起因するもの、②断層など地質構造に起因すとである。鹿児島県のシラス台地によるものが有名であるものの２つに大別されている（図-2）。

る。熊本地域では、阿蘇カルデラ西麓に発達する火砕流
台地において、最上部の阿蘇 4 火砕流堆積物の非溶結部（砂～シルト）の土性がシラスと類似することから、同様なシラスドリーネの存在が確認されている。「古閑ほか,2002」1)の報告により、熊本地域の凹地（含シラスド
リーネ）・浸食谷の分布が明らかになっている。
また、阿蘇 4 非溶結部の細粒土は「灰土」と呼ばれており、練り返しによる泥濘化により重機の走行を困難にさせる特殊な工学的特性を持つことから「特殊土」に分類されている 2)。

図-2 シラスドリーネの形成モデル図（成因①）1)

3. ボーリング調査結果調査で得られたボーリングコアの状況と N 値の結果を
図-2 に整理する。ボーリングの結果、上位より黒ぼく、

本報告では、シラスドリーネと思われる凹地形（写真

赤ぼく、阿蘇 4 非溶結部の粘性土（灰土）、阿蘇 4 非溶結-1）の近傍で実施したボーリング調査の結果を報告する。

部の砂質土、阿蘇 4/3 間堆積物、阿蘇 3 火砕流堆積物のまた、調査で確認された赤ぼくと灰土について、室内土分布が確認された。

質試験結果を整理する。

特に、灰土の GL-15m 以深は N=0（モンケン自沈・ロッド自沈）と非常に軟弱であることが分かった。また、孔内自然水位は阿蘇 4 非溶結部の砂質土層中に確認された。

ボーリング②位置

凹地形

写真-1 調査地の凹地形

調査地図-1 調査地の陰影起伏図3)図-3 調査地のコア状況とＮ値（GL-30m までを示す）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
図-4 に調査地の想定地質断面図を示す。調査地の地て物性値（自然含水比、コンシステンシー、間隙比、圧層は西（ボーリング①→③の方向）に向かって、緩く傾

密降伏応力）がわずかに異なることがわかった。風化や斜していることが確認された。陥没地形の前後 200m 範

浸食の影響を受けていることが考えられる。

囲でもボーリング①と③を実施したが、N=0 の軟弱なA4c 層を確認したのは、ボーリング②孔のみであった。

図-4 調査地の想定地質断面図

４. 室内土質試験の結果

図-5 調査地の土性図

図-5に土性図、以下に室内土質試験結果を整理する。
【粒度分布】

５. まとめ
本報告をまとめると以下の通りである。

赤ぼく、灰土ともに細粒分を50～60.5%程度含むが、粗粒分も33.9～50.0%と多く含んでいる。

・シラスドリーネが分布する熊本地域において、凹地形【自然含水比】の傍でボーリング調査を実施した。

灰 土 の 自 然 含 水 比 は 45.3 ～ 51.6% を 示 し 、 赤 ぼ く・ボーリング調査により、上位より黒ぼく、赤ぼく、阿（127.2%）よりも小さい特徴を示している。

蘇 4 非溶結部の粘性土（灰土）、阿蘇 4 非溶結部の砂質【コンシステンシー】

土、阿蘇 4/3 間堆積物、阿蘇 3 火砕流堆積物の分布が灰土の液性限界は44.8～51.0%と自然含水比に近く、

IL>0.8となり、軟弱で不安定な状態の土といえる。また、
深 度 9 ～ 10m （ Wn=47.1%,WL=51.0% ）、 深 度 13 ～ 14m（Wn=45.3%,WL=44.8%）、深度10～18m（Wn=51.6%,WL=47.5%）と、深度方向に液性限界よりも自然含水比の方が高い傾向にある。一方で、調査地の赤ぼくは IL＝0.5～0.8とな確認された。
・灰土の中でも、GL-15m 以深の下部層は N=0（モンケン
自沈・ロッド自沈）と非常に軟弱であった。
・調査地の地層構造は図-1 に示すシラスドリーネの形成モデル（成因①）に類似している。
・室内土質試験の結果、灰土下部層（N=0 の軟弱部）はり、灰土に比べると安定した土である。

物性値（自然含水比、コンシステンシー、間隙比、圧【湿潤密度】

密降伏応力）
がわずかに異なり、未圧密状態であった。
3

灰土の湿潤密度は1.714～1.766（g/cm ）と大きく、赤
ぼくは1.368 （g/cm3）と灰土に比べて小さい傾向がある。
【間隙比】

以上のことから、ボーリング地点は地中の土質と地下水流動に起因するシラスドリーネであると推察した。特

灰土の間隙比は1.261～1.434と、
赤ぼくの3.398よりもに灰土の下部層では地下水の流れによる浸食等が影響し低い傾向にある。また、灰土の中では N=0の軟弱部の間ていると考えらる。また、N=0 と特に軟弱であることや、隙比が高い傾向にある。

物性値や圧密特性の違いが確認された。

【圧密降伏応力】
赤ぼくや灰土上部は、過圧密比 OCR>1となり、過圧密《引用・参考文献》

粘土に分類される。灰土下部の N=0の軟弱部では Pc が P01) 古閑よりも小さく、未圧密粘土であることがわかった。

るシラスドリーネの分布と地盤環境ハザード評価、日本【せん断強度】

応用地質学会九州支部、平成14年度研究発表会、論文.
2

灰土の粘着力は26.9～39.3kN/m を示し、赤ぼく17.0
2

美津久、渡辺 一徳（2002）：熊本地域におけ

2) 九州・沖縄の特殊土（1983）：土質工学会九州支部(kN/m ）の2倍程度の値を示した。また、灰土の粘着力はp.136-144.

深度方向への強度増加は見られない。

3) 国土地理院陰影起伏図（に加筆），（最終閲覧日2023年

以上より、灰土下部の N=0の軟弱部では灰土上部と比べ

5月31日）.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO68】

ボアホールカメラを用いた切土法面の安定性検討事例
興亜開発株式会社

〇加納

秀斗，高橋

幸伸

1. はじめに日本の国土は山間地が大半を占め，道路・鉄道等の線形構造物の計画に際し，切土孔が必然的に多用されることとなり，法面保護工が問題となる．法面保護工には大きく分けて「植生工」と「構造物工」があり，土質や周辺環境によって工法を選択する必要がある．
今回紹介する調査地では，隣接する法面において，切土法面にほぼ平行な鏡肌を伴う表層崩壊の危険性のある不連続面が確認され，工法変更が行われた．このような

図-1 孔内測定の概要図

観点から，今回調査を行った切土計画地においても同様な不連続面の有無が懸念された．

センタライザ
留め具部：φ=58mm
羽根部（3 枚）
：φ=65mm（最小値）

地下岩盤における不連続面の状況や方向性を確認するには，一般的にボーリングコアの観察に依存している．

1040mm

しかし，ボーリングコアの観察のみで原位置での岩盤状カメラ態（特に亀裂の方向）を詳細に把握することは容易ではない．
そのため本調査において，ボーリング調査に加え，

測定位置

φ=50mm120mm

ボアホールカメラによる孔内観測を行い，切土法面の安全方向ミラー

定性検討を行うこととした．本事例ではボーリング調査
を 2 つの切土法面のそれぞれ上下 2 か所，計 4 か所で行

図-2 プローブの詳細図

い，4 か所すべてでボアホールカメラによる孔内観測を行った．今回の調査事例をボアホールカメラについて焦点を当てて紹介する．

(3) 解析方法
ボーリング孔内に現われた不連続面を，コンピュータ
上で 360 度展開画面として表示し，測定区間全ての不連

2. ボアホールカメラによる孔内観測方法

続面で任意のサインカーブをフィッティングさせ，走向(1) ボアホールカメラの概要と傾斜を読み取り，データとして記録する． このデータ

ボアホールカメラ観測は，ボーリング孔内の岩盤の様をもとに，ステレオネット図，ローズダイアグラム図，子を 360 度展開画像として，詳細に観察することを可能

亀裂見かけ分布図，岩盤ゆるみ状態図，傾斜角度別の分にする．観察された不連続面の走向・傾斜情報を正確に散図，亀裂間距離頻度図をそれぞれ作成する．

読み取り，統計的解析手法により，不連続面の特徴や傾向を把握することができる．

孔壁に現れた不連続面を 360 度展開画像で見た場合と統計的解析手法で最も一般的なステレオネット図を作成する場合に，シュミットネットにステレオ投影をする時(2) 観測装置・方法の概念図を図-3 に示す．

ボーリング孔内に 360 度全方向の撮影が可能な小型
CCD カメラを挿入し，調査対象区間のボーリング孔壁の状況を連続撮影する．
像として表示される．現場においてはこの 360 度展開画

傾斜方向
135°

走向方向
N45E

孔壁画像はケーブルで測定器に伝送され 360 度展開画
不連続面

像を直接確認しながら，ボーリング孔内の状況を把握す

走向方向
N45E

るとともに，測定データの良否を判断する．図-1 に孔内測定の概要図を，図-2 にプローブの詳細図を示す．
プローブ内には，3 方向のフラックスゲート型磁気センサーと傾斜センサーが内蔵されており，プローブの回

傾斜方向
135°
傾斜角
60°

傾斜方向
135°
傾斜角
60°

転に伴う方位を自動的に補正することができる．撮影された 360 度展開画像は，測定器のハードディスクに記録される．

図-3 360 度展開図とステレオネット概念図全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 観測結果

4. 考察

ボアホールカメラ観測は4孔で行った．
調査地の地層は堆積岩を原岩とする変成岩では，層理に由来する片理片麻岩で構成され，その多くは強風化していた．そのたと呼ばれる粒径や堆積物の色調の違い等により水平で平め，各孔で118～367個の不連続面が観測され，不連続面

行な縞模様が現れる．片理は数百万～数億年の間に受けの走向・傾斜にはある程度の指向性が存在していた．図る続成作用により未固結の堆積物から硬い岩盤へと変化-4に不連続面と切土法面の関係を，図-5にボアホールカ

していく．さらに，その間にプレートテクトニクスによメラによる観測例を示す．

る地殻変動などの変成作用を受け，更には圧縮・引張り

4孔全体を見ると，傾斜角度30～50度程度の，NE 方向に傾斜する不連続面が卓越していると言える．

作用を受けることにより水平であったものが変形し傾斜した片理となる．この片理が現況斜面と同じ方向に傾斜している場合を流れ盤，逆方向に傾斜している場合を受け盤とよぶ．片理面は，その上下で粒径や構成鉱物が異なることから，面に沿って剥離し易く，特に流れ盤となっている場合にはしばしば斜面崩壊の素因となる．本調査地の計画法面自体の走向・傾斜は磁北（電子国土 Web

Bor.1

より調査地近傍での偏角は，7°40’西側）基準で N69°
W・40°NE となる．これに対し，ボアホールカメラで観測された4孔全体の不連続面の卓越方向は，
傾斜角度30～50度程度で，NE 方向の傾斜が卓越していると言える．したがって，全体として流れ盤方向で，計画法面勾配に近い不連続面が卓越していると判断される．
切土後についても調査地の法面でクリノメータを用

Bor.2

いて走向・傾斜を計測したが，結果は走向が N83W～N46W，
傾斜が25N～50N となり，ボアホールカメラ観測による結果と同様に流れ盤方向で，法面勾配に近い傾向の不連続面が卓越すると判断された．その結果を踏まえ，隣接の法面と同様に，鉄筋挿入工＋法枠工の対策工が施されることとなった．

5. 観測時の留意点
図-4 卓越する不連続面の走向・傾斜とボアホールカメラ観測による方位は磁北基準であり，切土法面の関係

これを図示する場合は真北との補正が必要となる．したがって，調査地の偏角を確認しておく必要がある．また，地下水以深での観測は水が濁っていると難しくなる．そのため，地下水を汲み上げるか，ミョウバンを溶かした水を孔内に入れて地下水の濁りを沈殿させる方法をとる必要がある．ミョウバン水によって濁りを沈殿させる場
合，半日程度以上を要するため留意が必要である．さらに，孔内に入れるプローブの直径が50mm 程度あるため，
φ66mm の孔径では孔壁に引っかかる可能性がある．

6. まとめボーリングコアの観察では，亀裂面や片理の傾斜角は把握できても，その方向までは不明であり，流れ盤・受け盤の判定までは困難である．しかし，今回行ったボアホールカメラによる孔壁観測を行うことにより，その方向性まで把握することが可能となり，より的確に斜面の
左：不連続面明示なし，右：不連続面明示あり安定性を評価することが可能となる．あまり行われてい図-5 ボアホールカメラによる観測例ない手法ではあるが，今後同様の業務があればボアホー（Bor.1 GL-3.00～-4.00m）

ルカメラの使用を提案していきたい．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO69】

光学式孔径計測技術の傾斜孔への適用
株式会社レアックス

〇三代

雅崇，白

国立研究開発法人日本原子力研究開発機構

1. はじめに

木村 駿

ボーリング孔の傾斜角は-15度，孔径86mm，掘削長は約

光学式孔径計測技術はボアホールカメラで撮影した画像をもとに，ボーリング孔の 360 度全周の距離データを
得る技術

祥志

1)

である．本技術はリアルタイムで視覚的に断面形状を把握できる特長がある．さらに，機械式アームを用いた従来のキャリパー検層とは異なり，原理的に孔13m である．
測定はプローブにロッドをつなぎ，水平押し込み機により孔底から測定した（図-2）．
なお，同一孔にてボアホールカメラ（BTV）観察と孔曲がり計測も実施した．

壁に非接触で測定するため，鉛直孔だけでなく傾斜孔にも適用できる可能性がある．本稿では，この技術（以下「光学式キャリパー」と称す）を傾斜孔に適用した事例
について紹介する．

2. 測定方法と結果（1） 測定原理と特徴
光学式キャリパーは，壁面に垂直に照射したレーザ光の反射を方位センサ内蔵の魚眼型ボアホールカメラで撮
写真-1 測定状況写真

影し，方位情報とレーザ光の出現位置をもとに，定方位の距離データに変換するものである（図-1）．従って，孔内水の有無に関わらず，レーザ反射を視認できる孔内環
境であれば，孔壁に非接触で孔径や孔形状を視覚的に把（3） 測定結果
図-3に測定結果を示す．ここで示した平均径は，360度の不等距離データの二乗平均平方根である．
測定の結果，裸孔区間は計画孔径86mm に対し平均径は握できる．

90mm 程度であったが，ケーシング直下の深度1.6～1.8m

主要スペックを表-1に示す．
＜ 孔内状況 ＞

区間及び，孔底付近において平均径が100mm 以上に広が＜ 撮影画像 ＞っていた．また，深度5.4～5.8m 区間では平均径の微増，
空中

検出範囲
魚眼カメラ

38.002m

方位センサ

深度8.7～12.3m 区間において平均径の不規則な変動が確認された．孔口付近のケーシング区間においては，ケーシングの内径102mm に対し,平均径が119mm と広がりが確認された.

水中
反射レーザ光

レーザ光源

アクリル窓

図-1 光学式キャリパーの解析概念図
表-1 主要スペック
項 目
動作環境
観察条件
共通
カメラ
センサー
プローブ外形/重量
適用孔径
側方照明
孔内観察モード
展開画像
動画機能
適用孔径
レーザ光源
孔径計測モード
取得データ
距離解像度/精度

仕 様
0°～40℃
空中または清水 （耐水圧600ｍ）
超広角小型カメラ （魚眼レンズ，視野角180°）方位センサー/重力センサー
φ60ｍｍ，L=1080ｍｍ，4.7kg （孔径計測時）
φ65～φ250ｍｍ
白色LED （調光機能付き），※孔径計測時は消灯作成可。円周方向解像度 360/720pixel
デジタルズーム・パン・チルト機能
φ65～φ400ｍｍ
赤色レーザ （波長655nm），リチウムイオン電池 （連続稼働2時間）
周方向：1度ごと（360データ），深度方向スパン：1,5,10mm
0.5～2mm（孔径によって漸増）/平均孔径誤差2％以下（試験値）（2） 測定対象孔の概要と測定方法
北海道天塩郡幌延町にある幌延深地層研究センターの350m 試験坑道6で掘削したボーリング孔において，透水試験で用いるパッカー位置の選定にあたって概略孔径の変化を把握するため，
光学式キャリパー測定を実施した．
図-2 測定結果

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 結果の解釈（1) 深度 0.0～0.6m 区間(孔口)
深度 0.0～1.6m 区間は内径 102mm のケーシングが挿入されているが，深度 0.0～0.6m 付近において，平均径119mm の広がりが確認された（図-3）．要因としては，孔
口ではロッドのたわみが原因でプローブが傾斜したと考えられる．プローブの姿勢がボーリング孔に対し斜めになることで，孔壁面にレーザ光は垂直に照射されず，実際の距離よりも離れることで，数値が大きく算出される
（図-4）
．
孔壁

孔壁
孔壁までの距離が遠くなる

プローブ

孔壁

孔壁

図-3 プローブの傾斜とレーザ照射角度の関係(2) 深度1.6～1.8m 区間
図-5①より深度1.6～1.7m の裸孔区間は平均径116mm，

図-5 深度 4～13m 測定結果と孔曲がりの比較

最大径は平均134mm と広くなっている．BTV 画像を見ると，深度1.6～1.7m 区間は一度ケーシングを挿入した跡が見られる．
また，図-5②より深度1.7～1.8m 区間は，平均径が101mm，最大径は平均129mm と広くなっている．測定結果より作成した断面スライス図から深度1.6～1.8m 区間において孔の上側が拡大していることが分かる．BTV 画像
でも，深度1.6～1.8m 付近にかけて孔壁上側が拡大している様子が確認された．

図-6 BTV 画像 スライム堆積状況(5) 深度12.3～12.8m 区間(孔底)図-6④より深度 12.3～12.8m 孔底付近において平均径が 102 ㎜と拡大している．取得した孔壁までの距離デー
タを確認すると，
解析可能なデータが少ないことから,孔底に堆積したスライム等が原因でレーザ光が正常に照射されていないと考えられる．

4. まとめ(1) 光学式キャリパー測定により，孔径の変化や広がりの方向性を把握することができた．
この結果の妥当性は，同時に観察した BTV 画像により評価できる．
したがって，
図-4 深度 1.6～1.8m BTV 画像との比較(3) 深度5.4～5.8m 区間

光学式キャリパー測定は，鉛直孔はもとより傾斜孔においても孔径の概略評価に有効といえる．

図-6①より深度 5.4～5.8m にかけて平均径が 92mm と(2) 傾斜孔への適用にあたり，プローブの姿勢が測定結微増している．この時，孔曲がりデータを確認すると深果に影響を及ぼすことが示唆された．今後，測定精度を

度 5～7m 区間で方位角，傾斜角共に数値の変動が大きく上げるため，BTV と同様にセントラライザーのような治なっている（図-6②）．このことから，孔曲がりの影響に具が有効であると考えられる．

より，プローブが孔内で姿勢を崩し，平均径が微増した

なお, 本報告には，経済産業省資源エネルギー庁から可能性がある．

の委託事業「令和5年度高レベル放射性廃棄物等の地層処(4) 深度8.7～12.3m 区間分に関する技術開発事業（JPJ007597）（地層処分施設施図-6③より深度8.7～12.3m において平均径が85mm～

工・操業技術確証試験）」の成果の一部を使用している．

93mm の範囲で不規則に変動している．BTV 画像を確認す《引用・参考文献》

ると，深度8.7m 以深は孔の下側にスライムが堆積し（図1) 石井啓滋・白祥志・立野直樹（2021）：ボアホールカ-7），
スライムが抵抗となりプローブの姿勢が傾くことでメラを用いた孔径計測技術の検証と活用事例，日本応用

不規則に平均径が変動すると考えられる．

地質学会研究発表会講演論文集，2021，pp．157-158

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO70】

空中地温探査の研究開発～解析手法の検討～（株）みすず綜合コンサルタント〇石関 剛史，阿部 健

土尻川砂防事務所

1. はじめに

堀 健人

ルソ画像を取得し，地温の地況分類を行った．地況は
1）「1m 深地温探査 」を代表とする従来の流動地下水調査法の応用手法として研究・開発している空中地温探査「地下水調査法1）」を参考に，裸地・草地等に区分し，さらに日向・日陰で細分化した．

は，1m 深地温探査と一定の整合性が確認されたものの，②地況毎の地温の正規分布曲線を作成し，現地に設置し不整合箇所も認められるなど課題が残された（阿部ほか，

た温度計による実測値を基準とした有意水準片側5％2023）．本論では，前回からの課題である①不整合箇所のの棄却域を設定した．

原因究明及び②結果の再現性を目的として，前回の赤外線画像の再解析，新規空中地温探査の解析及びノイズのフィルタリング等から課題解決を試みたものである．

③棄却後の地温データを基に地況毎の補正係数を求め，対象地全体の地温の平準化を行った．
（4） 図化：補正した地温データを段彩図化し，既往平面
図に重ね合わせることで解析資料とした．

2. 対象地の概要
新規に実施した対象地は，長野県土尻川砂防事務所管内の地すべり防止区域「戸谷の腰地区」で，長野市中心部より西方約12km に位置する．

4. 探査結果
空中地温探査と1m 深地温探査についてそれぞれ作成
した地温分布図（段彩図）を図-2～4に示す．探査は2021

戸谷の腰地区は A～H までの多数の地すべりブロック
で区分けされており，このうち A1ブロックと C1・C2ブロ

年1月に1m 深地温探査，同年3月に空中地温探査，2024年
3月に空中地温探査を実施した．

ックを対象とした．地質は新第三紀鮮新世のスレーキン
グを起こしやすい砂岩泥岩基盤を素因とし，基盤上部は粘性土よりなる風化土及び崩積土が堆積する．ブロック
全体で地下水位が浅く湧水点を多数認めることから，多量の地下水を誘因とする地すべり機構であると考えられる．したがって，地すべり対策を講じるうえで地下水流
入経路の把握が重要と考えた．

3. 探査方法と解析手順

図-2 2021年1月 1m 深地温探査図

探査方法は（阿部ほか，2023）と同条件とした．
（1） 飛行計画：対地高度 140～150m，撮影間隔 3.0 秒,飛行速度 3.0m/s．広範囲に及ぶため，3 度の飛行を行った
（図-1）
．
調整点設置
離着陸地

T2

監視員配置

飛行ルート

【計測諸元】
対地高度：140～150ｍ

T3

撮影間隔：3.0秒

C1

画角：78×58m

T4

飛行速度：3.0m/s

T5

C3

飛行時間：C1 20分57秒
C2 13分48秒
C3 15分46秒

T6

T1

図-3 2021年3月 空中地温探査図

T7
C2

100m

図-1 UAV 飛行計画図（2） 計測データの整理：撮影した熱画像は3成分（X，Y，Z）の数値データ化した．各成分は X，Y が公共座標，Z を温度値とした．温度値の数値化は，カラー画像の RGB を256階調に変換することで求めた．
（3） 補正手順：①地温データ取得と同時に空中写真のオ

図-4 2024年3月 空中地温探査図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
探査は3月に実施した．
調査地は高地であるため気温は低く，地下水流動域は高温を示す赤色等の暖色系の色彩で表現されると判断した．

（2） 課題②：結果の再現性
本論で示した空中地温探査は2021年と2024年に実施した．探査時期と気象条件を揃えたことで，段彩状況は類

1m 深地温探査と空中地温探査の比較では，整合箇所を桃色線で示し，不整合箇所を黄色線で示した．1m 深地温探査にて A1測線上で認められた暖色系は空中地温探査

似の結果が得られたと判断する．
したがって，探査時期・気象条件・解析手法を揃える
ことで，結果の再現は可能であると考えられる．

でも確認できるため整合がみられた．一方で，A1ブロッ

2021年と2024年でみられる違いは，1）解析時に地況補

ク頭部では1m 深地温探査が暖色系を示すのに対して，空正と日照条件の細分化の有無，2）3年の間に対策工事が中地温探査では寒色系を示す不整合な結果となった．ま実施されたことの2点が挙げられる．
対策工事後は一部でた，2021年の空中地温探査と2024年の空中地温探査は概温度が寒色域へと変わり，地下水の流動が変化したこと

ね類似の結果が得られた．

を示した．

5. 考察

6. 今後の課題（1） 課題①：不整合箇所の原因の考察

1m 深地温探査と空中地温探査の不整合箇所の原因を（阿部ほか，2023）について，1m 深地温探査と空中地温探査の不整合箇所の原因を考察した．

特定したことで，次の課題が挙げられた．
①不整合の解消方法：日照の影響を強く受ける本探査1）測点密度の影響

は，林地の影響が極めて大きい．林地のみを対象とした補正方法や，林地のみ地上から温度計測をする等の異なるアプローチが必要と考える．
②地況区分の定量化：地況区分は，探査と同時に撮影
した空中写真画像と現地調査を踏まえた総合的な判断で区分している．すなわち現地を歩いた人間でないと適切
測点な地況区分ができないこと表しており，また区分は当人

3）の感覚に委ねられている．AI の画像解析を導入するな

図-5 空中地温探査と1m 深地温探査比較図

ど，定量的な地況区分ができる方法を検討する．
1m 深地温探査は通常10m×10m 間隔に測点を設け，段③対策工事との対比：対策工事前後の地温の変化・地彩図を作成する．
観測ピッチを細かくする方法もあるが，下水排除工の排水量の確認等，地温探査結果と対策工事図化した際に微細な表現をすることが困難である．一方が整合しているか検討する．

で最小10cm 程度の点群データとして取得する空中地温④結果の再現性：探査時期・気象条件・解析手法を揃

探査は，測点密度から詳細な温度差を捕捉することがでえることで結果の再現性がみられた．一方で，夏季・冬

きる．
（阿部ほか，2023）では，この測点密度の影響が，季や早朝・夕方・夜間等の異なる条件下でも再現性が得図化した際の不整合を招いたと考えられる（図-5）．

られるのか検討する必要がある．

2）林地の影響⑤UAV 飛行条件：山間部で実施した本探査は，飛行中に電波強度が減衰し自動航行が停止するアクシデントに数度見舞われた．衛生の影響を受けるため，現在の環境
では現場の制約を受ける恐れがある．
空中地温探査は広域の地温を簡便に探査できる手法だが，地況の影響を受けるため従来の探査手法と所々で異なる結果が得られている．これらの課題を解決し，実用化に至れるよう継続して研究してきたい．

図-6 空中地温探査と1m 深地温探査比較図3）《引用・参考文献》（阿部ほか,2023）では，空中地温探査は寒色，1m 深地
温探査では暖色を示し真逆の結果が得られていた．これ

1） 竹内篤雄（2013）：地下水調査法1m 深地温探査，古今書院.

は林地（スギ林）の影響と考えられる（図-6）．冬季でも2） 阿部健，石関剛史，高橋甚一（2023）：UAV 撮影によ

枝葉の残るスギは日影を形成し，空中地温探査では日中る赤外線熱画像を利用した空中地温探査の試み,全地長期間に渡って日影の影響を受けたことで，地表面温度

連技術フォーラム2023論文集,論文 No.CO104.

が冷えた状態にあったと考えられる．

【9【CO71】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

ボアホールジャッキ試験を用いた変形係数と初期応力の解析
川崎地質株式会社〇相澤

穂高，大泉 涼1. はじめに掘削前の初期状態に戻る段階といえる．一定の圧力を加(1) 背景えると，初期状態に戻り，変位と圧力のグラフの傾きはトンネル等の地下構造物を設計・施工する際には，岩概ね一定になる（図-2）．この状態は，岩盤に作用してい盤の変形係数や初期応力を把握することが重要である．

る応力に対抗し，変形している段階である．グラフの傾

これらの情報は設計・施工の安全性や経済性に直結する

きが直線に変化する点が，初期応力と載荷圧力が等しい

ため，精度の高い測定が求められる．従来，初期応力をと言える．4方向の初期応力 p0を求めることで，岩盤の最測定する方法は，水圧破砕法や円錐孔底ひずみ法等が適

大・最小主応力と作用角度を求めることができる．

用されてきた．そこで，坑道内での作業性や測定の簡便性に優位性のあるボアホールジャッキ試験により，変形係数と初期応力を取得する手法を開発した．
(2) 目的
川久保ほか（2020）1)，川久保（2022）2)では，ボアホ
ールジャッキ試験を用いた新しい初期応力測定手法が提案されており，従来の手法よりも効率よく初期応力を評価できることが示されている．また，川久保ほか（2022）3)において，異方性理論を用いた変形係数の解析法が提案されている．これらの研究を基に，当社保有のボアホー
ルジャッキ試験機（KKT システム）を改良して適用することで，初期応力を測定する技術を構築した．
初期応力 p0 イメージ

本論では，KKT システムを用いた変形係数と初期応力

図-2の測定および解析手法について，実際に現場で測定した

解析には以下の式を用いる1)．

データとその解析結果とともに報告する．

…式-1

𝑝0 = 𝐴1 (𝛼)𝜎1 + 𝐴2 (𝛼)𝜎2
ここに，

2. 変形係数・初期応力の測定および解析

𝑝0 ：初期応力，𝐴1 , 𝐴2 ：応力感度係数，(1) 測定手法

𝜎1 , 𝜎2 ：岩盤の最大・最小主応力，𝛼：𝜎1 の作用角度

ボアホールジャッキ試験
は，JGS3532 2012に適用され②異方性理論を用いた変形係数の解析
135°

90°

る地盤の変形係数を測定す
る，等変位方式の孔内載荷試

孔内載荷試験を岩盤で複数回行ったとき，変形係数や
45°
0°

4)

弾性係数のデータに差がみられることがあり，解析ではこれらのデータの差はばらつきとして処理されてきた．

験である ．この試験に適合

しかし岩盤は，層理，片理，する KKT システムにジャイ

節理などの構造的な異方性

ロセンサーを搭載したことを持つ場合が多い．
4方向でにより，どのような方向のボーリング孔においても，載荷

図-1 4 方向の載荷

変形係数を測定し，異方性解析することで変形係数測方向を方位・傾斜・回転の3つの要素で設定できるシステ

定の 精度 向上 が見 込ま れ

ムに改良した．現場測定では，所定の深度までゾンデをる．解析には以下の式を用降下させた後，ゾンデの上部に搭載したジャイロセンサ

いる3）．

ーで載荷方向を設定し孔内載荷試験を行う．載荷方向については，同じ深度において，0°，45°，90°，135°の計4方向計測することを基本とする（図-1）
．

𝐾=

∆𝑝
∆𝑢

図-3
1

= ∙ 𝛹(𝐸1 ∙ 𝐸2 ∙ 𝜑)𝑟

異方性パラメータ
…式-2

ここに，

(2) 解析手法

𝐾：地盤反力係数，∆𝑝：圧力増分，∆𝑢：変位増分，①初期応力の解析

𝑟：ボーリング孔半径，測定したデータから初期応力 p0を推定する．岩盤をボー𝛹(𝐸1 ∙ 𝐸2 ∙ 𝜑)：𝐸1 ,𝐸2 ,𝜑によって得られる関数（図-3）

リングで削孔した時には，岩盤に加わる応力の影響で孔壁は変形する．そのため，試験開始直後は，ボーリング

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 解析結果

変形係数ついては，GL-26.6m のデータについては E1，

宇都宮市周辺に分布する新第三紀中新世大谷層（火山E2の差が大きい結果となったが，GL-25.8m のデータでは

礫凝灰岩，大谷石）を対象に，当社保有の KKT システム

大きな差がみられなかった．応力については，2023年12を用いて2度の変形係数と初期応力の測定を行った．
その月のデータ同様に，
概ね北西-南東方向が最大主応力であ解析結果を下記に示す．

るという結果が得られた．

(1) 2023 年 12 月
GL-22.35m，23.25m，24.00m の 3 深度で試験を実施し

4. 今後の展望，EDZ の評価

た．試験の結果を図-4 に示す．変形係数の異方性解析

ボアホールジャッキ試験を用いた初期応力の測定でにおいて，E1/E2 はいずれの深度も 1.2 程度と小さい値

は，従来の手法より効率的に初期応力 p0 を測定するこを示した．応力については，最大・最小主応力の方向にとが可能になった．異方性変形係数の測定・解析と合わやや差がみられるものの，概ね北西-南東方向が最大主せることで，大深度トンネルの地山評価や地層処分にお応力であるという結果が得られた．

ける地下坑道での EDZ 評価への適用が期待される（図6）．今後も，大深度での計測が可能な KKT システムの開発や，変形係数・初期応力測定に関する測定・解析手法の研究を続けていく予定である．

GL-23.25m

GL-22.35m

図-6

EDZ の評価

5．謝辞
本手法による原位置試験および解析において，安藤ハGL-24.00m

図-4

初期応力解析

変形係数・初期応力解析（2023 年 12 月）(2) 2024年4月

ザマの川久保昌平氏には多大なご指導を賜りました．ここに感謝申し上げます．
《引用・参考文献》

試験は GL-25.8m，26.6m の2深度で実施した．図-5に1)

試験の結果を示す．

川久保昌平，村上祐治，長澤寛和，谷和夫：ボアホールジャッキ試験による新たな岩盤初期応力の評価理論の提案，土木学会論文集 C（地圏工学），Vol.76，2020 ．

2)

川久保昌平：ボアホールジャッキ試験による岩盤応力測定法，令和 4 年度土木学会全国大会第 77 回年次学術講演会，III-03，2022.

3)

川久保昌平，大野宏和，松井裕哉，富樫陽太，谷和夫，加藤猛士：ボアホールジャッキ試験による異方性岩盤のヤング率解析法，地盤工学ジャーナル，17
巻（2022）3 号，2022.

4)

地盤工学会：地盤調査の方法と解説－二分冊の2－，
第8編 載荷試験，pp. 661-696，丸善，2013.

初期応力解析

図-5

変形係数・初期応力解析（2023 年 12 月）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO72】

現場 CBR 試験を活用した砂礫箇所での路床土支持力比調査事例
株式会社キタック

1. はじめに〇五十嵐 光

2. 試験機の概要及び使用材料

CBR 試験は、舗装設計における設計 CBR や路盤・路（1）現場 CBR 試験

床材の修正 CBR を求める際に実施される土質試験であ礫分を多く含み、乱さない土の CBR 試験の試料採取がる。本事例は、拡幅予定の道路の現道部及び拡幅部にて困難な箇所において、現場 CBR 試験を日本工業規格（JISCBR 試験を実施したものである。当初は、乱さない施工

A 1222）に準じて活用した。

が予定されており、乱した場合に対象土質の強度低下が予想されていた現道部の路床について、乱さない土のCBR 試験実施が想定されていた。しかし、路床の土質が砂礫であり、乱さない土の CBR 試験では、試料を採取す
る際に、カッターモールドを押し込み採取するため、礫がモールドに衝突し、採取が困難であることがわかった。
そこで、本事例では、現場 CBR 試験を活用した。現場
CBR 試験では、現場にて乱さない試験を実施する事が可能なため、乱さない試料の採取が困難な箇所において活図-2 現場 CBR 試験機の概要1）（2）締め固めた土の CBR 試験

用できる。
本発表は、
幅員が狭い拡幅予定箇所において、現道部に隣接する拡幅予定箇所（山林部）の路床予定

現場 CBR 試験及び締め固めた土の CBR 試験を活用した箇所にて、締め固めた土の CBR 試験を日本産業規格（JIS

事例について報告するものである。CBR 試験の適用条件

A 1211：2020）に準じて活用した。

を表-1 に示す。また、粘性土及び砂質土の室内・現場 CBRの関係を図-1 に示す。
表-1 CBR 試験方法及び適用条件2）
試験方法

締め固めた土のCBR試験
室内CBR試験

適用条件
自然含水比の資料を用いて、道路舗装の設計に用いる設計CBRを求める場合。
最適含水比に調整した試料を用い、盛土材料や路盤材料などの材料規格である修正CBRを求める場合。

乱さない土のCBR試験

現場の条件が乱されることなく施工でき、かつ土の強度が極端に低下す
ることがわかっている場合。

現場CBR試験

現場の条件が、土を乱すことなく施工でき、かつ土を乱すことによって強度が極端に低下することがわかっている場合。乱さない状態の試料採取が困難な粗粒材を対象とする場合。

図-3 CBR 試験機の概要2）

図-4 貫入ピストンの例2）（3）使用材料及び試験箇所
使用材料は、砂礫である。現場 CBR 試験は、現道部下部の路床について実施した。締め固めた土の CBR 試験については、隣接する拡幅予定の箇所（山林）の路床予定
深度についてそれぞれ3箇所（CBR1～3）実施した。対象地付近には黒雲母花崗岩が分布し、真砂土化が進行している箇所も認められている。

図-1 室内 CBR と現場 CBR の関係1）

写真-1 現場 CBR 試験実施状況及び路床部の土質

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 試験結果と考察

40

現場 CBR 試験結果及び、室内 CBR 試験結果を表-2 に示す。今回は、CBR1、CBR2、CBR3という同様の傾向の

室内CBR(%)

土質である3箇所について、現場 CBR 試験及び、締め固
めた土の CBR 試験を実施し、いずれの箇所についても、
現場 CBR の値の方が大きく出るという結果が得られた。
現場 CBR 試験は、乱されてない現道部の路床について、実施している。締め固めた土の CBR 試験は、拡幅部

35■：CBR130▲：CBR225●：CBR3201510の同様の土質の試料を締固め、4日間水浸した最も路床条
件が悪い状態を想定した試験結果であるため、1.で述べ

5

た通り、乱した場合に対象土質の強度低下が予想されて00

いた調査箇所については、土質の傾向に即した結果が得

5

10

15

20

25

30

35

現場CBR(%)

られていると考えられる。
本事例では、乱さない土の CBR 試験を実施したい現道

図-5 各箇所における CBR 試験結果

部について、礫が多いため試料採取が困難である事を考慮し、現場 CBR 試験を活用して、礫の多い箇所において

表-3 現場 CBR の概略値1）

も乱していない現況路床の CBR の測定が出来たが、路床土の種類CBR1箇所については、同様の傾向の土質でありながら、
現場 CBR 試験では、
CBR 値 30.6％、締め固めた土の CBR
試験では、CBR 値 1.2%と約30倍という非常に大きな差が見られた。それぞれ、現道部、拡幅部であるため、完全に同様の試料とは言えない点と、現場 CBR 試験時の含水

現場CBR(%)

粘土、シルト分が多くしかも含水比の高い土
含水比の髙い火山灰質粘性土

3未満

粘土、シルト分が多くても含水比が比較的低い土
含水比の髙い火山灰質粘性土

3～5

砂混じりの粘性土

3～7

粘土混じりの砂質土
含水比が低い砂混じりの粘性土

7～10

砂質土

7～15

粒度分布のよい砂10～30

比は10.6%であったのに対し、締め固めた土の CBR 試験
時の貫入試験後含水比は21.7%であり、含水比が大きく違うという点がみられた。一概に比較できるとは言えないと考えるため、今後も、他の土質含めデータを拡充しながら、考察していく必要があると考えられる。

4. まとめ表-2 CBR 試験結果

今回の活用事例については、乱した場合に対象土質の
試料名

土質

試験方法

CBR値(%)

貫入試験後
含水比(%)
含水比(%)

強度低下が予想されていた材料について、近隣箇所の現道部にて現場 CBR 試験、拡幅部について締め固めた土のCBR 試験を実施し、現場 CBR の方が値が大きく出ると

CBR1
(拡幅部）

砂礫

室内CBR

1.2

-

21.7

いう結果が得られた。
今回の事例では、拡幅予定箇所であったため、現場

CBR1
(現道部）

砂礫

現場CBR

30.6

10.6

-

CBR 試験を活用する事が出来たが、未舗装の場所であり、路床予定箇所の深度が深い場合等は、現場 CBR 試験を活用できない場合もあるため、礫が多い箇所全てに適

CBR2
(拡幅部）

砂礫

室内CBR

2.6

-

18.2

用できる試験とは言えない。また、今回は地点も多くな
く、一概に比較できる結果ではないが、このデータも含めながら、今後の現場・室内 CBR 試験結果について相関

CBR2
(現道部）

砂礫

現場CBR

6.1

25.4

-

CBR3
(拡幅部）

砂礫

室内CBR

1.1

-

19.4

性を検討していきたい。
《引用・参考文献》
1） 地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工学会,pp.723-735.

CBR3
(現道部）

砂礫

現場CBR

12.7

8.8

-

2） 地盤材料試験の方法と解説[第一回改訂版]（2020）：
公益社団法人地盤工学会,pp.413-428

【9【CO73】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

福島県内で実施した TRT と TCP による見かけ熱伝導率について
新協地水株式会社〇幸田

国立研究開発法人産業技術総合研究所再生可能エネルギー研究センター

冨樫

英顕，原
聡,

勝重，藤沼

伸幸

石原 武志

1. はじめに
地中熱利用は,省エネルギーによって脱炭素に寄与すに 2 ヶ所(観測孔 No.1，No.2),2023 年に 1 ヶ所(観測孔

る有力な手段であり,その利用のためには地下水の流れ

No.3)設置して地下水観測を行った．
自記水位計によっての影響を含む地盤の見かけ熱伝導率を求めることが重要

2022 年 9 月から観測孔内の水位を計測した．

である．見かけ熱伝導率は,熱応答試験(TRT) 1)やケーブ
ル方式熱応答試験(ケーブル TCP) 2), 3)などの方法によっ

3. 結果て求めることができる． 2022 年度は,福島県内の 2 地点

図-2に K2地点の B-No.3～B-No.4間および B-No.3～B-

において同一地点同一孔で時季を変えて TRT を複数回測No.2間の地層断面図を示す．GL-20～25m まで粘性土主体

定することにより,見かけ熱伝導率が測定期間内に大きで礫混じり砂をはさみ, それ以深は，風化凝灰岩である．

く変動する地点とあまり変動しない地点があることを確

表-1,図-3 6）に TRT,ケーブル TCP の見かけ熱伝導率およ

認した 4)．筆者らは,2022 年から 2023 年にかけて見かけ

び観測孔の水位を示す．TRT の結果では, KB1孔は他の3熱伝導率が大きく変動した福島県鏡石町（K2 地点）にお孔よりも見かけ熱伝導率は大きな値を示している(最大いて, 地中熱を空調に利用する機会が多い低気温時と高値8.7,最小値3.1)．その他の3孔の見かけ熱伝導率は,最気温時の見かけ熱伝導率の違いの有無や季節的な地下水

大値3.4（KB2, 2022年9月），最小値1.0（KP2, 2023年1

変動の影響を確認するため，2023 年 6 月から 2024 年 1月）である．見かけ熱伝導率は4孔ともに大幅に変動して月にかけて同一孔の時季を変えた TRT およびケーブル

おり,測定のたびに見かけ熱伝導率は低下した．
2023年の

TCP を概ね深度 GL-20～30m において実施して見かけ熱伝

中間期および夏季に行った TRT では,前年の測定結果と導率（λa）を求めた結果について報告する.

比べて,見かけ熱伝導率の低下の幅は小さかった.
ケーブル TCP の結果は加熱時の各深度の平均値であ

2. 方法

る. TCP-No.3孔では最大値1.6,最小値1.3, TCP-No.4孔

図-1 に示すように,B-1,B-2,P-1,P-2 は地中熱交換器

では最大値1.6,最小値1.4となり,全体としては変動がであり,B-No.3, B-No.4 は機械ボーリングを行い TCP 測定用のロッドを設置した.2023 年度は TRT を 2 孔（B-1,P1）,ケーブル TCP を 2 孔行った．TRT は,温水循環試験を実施した．TRT 装置は NPO 法人地中熱利用促進協会から発行された TRT 装置認定申請の手引き 5)に則った認定装置である．また,ケーブル TCP はφ66mm で掘削したボーリング孔 B-No.3 孔と B-No.4 孔にφ40.5mm の測定用ロッドを設置して,測定にはヒーターケーブルとセンサー間隔 1.00ｍの温度センサーケーブルを使用し,加熱試験と回復試験を行った．熱応答試験と別に観測孔を 2022 年
図-1 平面位置図〈凡例〉
深度（GL-ｍ）
地層名

記号

N値
B-No.2

B-No.3

B-No.4盛土

Bn

0.00～1.60

0.00～1.25

0.00～0.75

2,3,7

ローム

Lm

1.60～3.65

1.25～2.50

0.75～2.00

2,3,4

第1粘性土層Dc1

3.65～8.70

2.50～8.85

2.00～7.40

0～32

第1砂質土層Ds1

8.70～13.45

8.85～13.00

7.40～13.25

4～41

第2粘性土層Dc2

13.45～25.00

13.00～19.45

13.25～19.25

3～13

第2砂質土層Ds2－

19.45～23.95

19.25～23.00

4～41

風化凝灰岩

Tf-w

25.00～32.05

23.95～33.45

23.00～23.34

20～50以上

図-2 地層断面図（K2地点 B-No.3～B-No.4, B-No.3～B-No.2）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

図-3 見かけ熱伝導率および観測孔水位（K2地点）6)
表-1 加熱時の見かけ熱伝導率λa〔W/(m・K)〕
方法 試験孔

2022
年度

番号

中間季
（ 5～ 6月 ）夏季（ 7～ 9月 ）中間季
冬季（ 10～ 11月 ） （ 11～ 2月 ）

P-1

KP1

2.1

2.1

1.7

P-2

KP2

2.9

2.4

1.0

B-1

KB1

8.7

7.3

6.3

B-2

KB2

3.4

2.8

1.2

TRT

番号

中間季
（ 5～ 6月 ）

P-1

KP1

1.4

1.4

B-1

KB1

4.0

3.1

B-No.3 TCP-No.3

1.3

1.6

1.4

1.4

B-No.4 TCP-No.4

1.5

1.4

1.6

1.5

方法 試験孔夏季（ 7～ 9月 ）中間季
冬季（ 10～ 11月 ） （ 11～ 2月 ）

TRT
2023
年度

2.5

TCP

小さかった.一方,深度によっては,見かけ熱伝導率は時季によって変動しており,概ね観測孔の水位である GL-4

図-4 ケーブル TCP 試験結果（No.3）～6m 程度は大幅に変動した（図-4）.観測孔内の水位は,定することが必要であると考えている.

自記水位計による測定を開始した2022年9月から GL-5m《引用・参考文献》

程度であったが,2023年5月に1m 程度上昇し,その後の付

1) NPO 法人地中熱利用促進協会編：一定加熱・温水循

近の農業用水の通水停止時に0.5m 程度の水位が低下し環方式熱応答試験(TRT)技術書， 2018.8, p1-11.

ており,農業用水通水時に水位が高くなっている.

2) 神宮寺元治, 竹原孝, 山口勉, 国松直(2002):貫入試験装置を用いた原位置地盤熱伝導率探査法，日本

4. まとめと今後の課題
複数孔の年間を通した見かけ熱伝導率の比較および地

地熱学会誌, 第24巻, 第4号, p349-356.
3) 石原武志,冨樫聡,シュレスタ ガウラブ,内田洋平

下水観測によって，同一孔でも見かけ熱伝導率が大きく(2023):地質調査孔を用いたケーブル方式熱応答試

変動する箇所や深度があることを確認した．見かけ熱伝験の有効性実証，日本地熱学会誌, 第45巻, 第2号,

導率が時季により変化する要因として地層状況・地下水

p103-119.

状況(地下水位の変動・地下水流動)の影響が考えられる．

4) 幸田 英顕，原また,試験地周辺の造成や注水などの工事による人為的

勝重， 藤沼 伸幸(2023):福島県内で測定した見かけ熱伝導率の季節変動について，全な影響による見かけ熱伝導率が変動も考えられる.今後

地連技術フォーラム2023論文集，論文 No.CO49.

の地中熱利用設備の計画にあたり,より適切な設計を実

5) NPO 法人地中熱利用促進協会編：TRT 装置認定申請

施するためには見かけ熱伝導率の時季的な変化の把握の手引き， 2019.10, p1-9.

や,測定箇所周辺の工事等の人為的な影響の考慮が重要

6) 気象庁アメダス: 観測地点「玉川」(最終閲覧日

である．また,TRT とケーブル TCP,鋼管杭を使用した TRT

2024.3.6),https://www.data.jma.go.jp/gmd/risk/のように複数の方法を選択肢として見かけ熱伝導率を推

obsdl/index.php

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO74】

力触覚技術を用いた粘性土判定における研究株式会社サムシング
慶應義塾大学

1. はじめに

浅井〇西堀義行
洋、大西公平3. 土砂攪拌装置の構造

ボーリング調査による土質判定は、目視及び手触り感

回転モーター

により土質観察から人の判断により土質区分を判定している。礫と砂の粒径は目視で判別できるが、シルトと粘土の粒径は細かいため、目視では判別がむずかしい。そのため、シルトと粘土の細区分は、表-1 より粘り気の感触と砂分の混入状態から判別されている。
表-1

シルトの粘土の細区分 1)

写真-2 土砂攪拌装置と攪拌羽根の寸法
土砂攪拌装置と攪拌羽根の形状・寸法を示す。（写真-2）回転部の攪拌羽根は、接続されたマイクロテック・
実際のところは正しく判別できているか不透明であり、判定者によるばらつきが生じていた。
今後はさらに超高齢化社会より、高齢者の大量離職が見込まれている。技術者も含めて生産労働人口が減少す

ラボラトリー社製MDH-7018回転モーター(定格トルク
1.0Nm, 定格回転速度200rpm)で制御され、一定速度で回転させた際のトルク値について0.01秒ごとにABCコアで計測する構造となっている。

るため、建設分野の発展・維持には一人当たりの生産性向上を図る必要がある。人とかわる取組みとして、ロボットや AI 等を用いて、人の判断を支援する必要性が高まっている。技術継承より、暗黙知をより形式知化にしていくことで、技術の自動化・自律化を実現させ、品質向上を図っていくことが今後一層求められている。
力触覚（以下、リアルハプティクスと称す）技術は、
接触対象の感覚を力制御・力計測ができる力触覚伝送技術である。人が手触り感で実施していることを、リアル
ハプティクス技術を用いて標準化する装置開発を目的と

4. 実験用の粘性土サンプルについて実験で用いた粘性土サンプルは、塑性状（ネバネバ状態）にするため、徐々に加水させて手で練り混ぜを行
い、含水を調整した。実験は準備できた粘性土サンプルの47サンプルについて実施した。

5. 実験方法① 団子状にした粘性土サンプルを2つ用意し、ガラスした。リアルハプティクス技術は感触の数値化ができる容器（直径95mm・高さ78mm）の真ん中を空けた上下ため、粘り気の状態を計測して土質判定の精度評価につ部に設置する。団子の大きさは高さを目安とし、攪拌羽

いて実験的研究を実施した。

根の天端までとする。それ以上大きな団子状は、土の量を減らすか手で変形をさせる。（写真-3左図）② 粘性土サンプルと重ならないように、攪拌羽根と粘2. 実験装置の全体回路③に粘性土サンプルを入れて、開発した実験装置にセットする。①・②・④を配線により接続して計測を実施

性土サンプルが十字になるようにあわせ、4角のボルトを通してガラス容器に被せる。（写真-3右図）

した。（写真-1）

④

③

①

②
写真-3 粘性土サンプルの設置状態①電源③ 4 隅のボルトをナットで止めて固定する。

②汎用制御基板にABCコアを装着④ PC で専用ソフトを操作し、0.5rps（1 秒間に半回③土砂攪拌装置（ダイレクトドライブモータを天端に装着）

転）で回転制御させて計測する。

④PC（専用ソフトにてUSBメモリ内のアプリを使用）⑤ 1 分間以上計測し、回転を停止させる。

写真-1

実験装置一式⑥ 土砂攪拌部をガラス容器天端からはずし、土の状態

全地連「技術フォーラム 2024」新潟を確認する。問題ないきれいに攪拌できた状態が左写有率(Fc)％から粘土分とシルト分のトルク値の標準偏差真、攪拌羽根に粘り着き離れず供回り現象を発生させた（σ(M+C)）を均等割で求めることを仮定した。トルク値の状態が右写真と判定した。右写真の場合はデータは棄却

標準偏差（σ）は不偏分散から求め、95％信頼区間を採用した。（写真-4）し2σ を用いた。
σ(M)＝σ(M+C)C／Fc

・・・式-1σ(C)＝σ(M+C)M／Fc

写真-4

攪拌後の土の状態

6. データ解析方法
代表的な波形グラフとして、時間とトルク値(左図)、
時間と回転速度（右図）のグラフを示す。（図-１）
3.14+0.25＝3.39（rad/s）

除外区間

・・・式-2
ここで，σ(M)：粘土分のトルク値の標準偏差均等割
σ(C )：シルト分のトルク値の標準偏差均等割σ(M+C)：2σFc／100
・・・式-3σ：トルク値の標準偏差
C：粘土分の含有率（土の粒度試験より）
M：シルト分の含有率（土の粒度試験より）
Fc：細粒分含有率（土の粒度試験より）

8．比較結果①細粒分含有率とトルク値の関係（図-2）
1 データにおけるばらつきがあるが、80％～100％までは相関性している。

採用区間

相関性がある

0.4

3.14(rad/s)＝0.5rps

0.35

5

図-1 代表的なグラフ
時間とトルク値の波形グラフは、0～5 秒間まではトル

トルク値の平均値（N・ｍ)

0.3

3.14-0.25＝2.89(rad/s)

0.25
0.2
0.15
0.1
0.05

0
50

サンプルの重量）の影響が大きいことによる計測値の上昇であるため除外した。5～60 秒間は徐々に下降またはほぼ水平に推移しており、土圧はなく触っている感触として 5～60 秒間区間を採用した。1 サンプル 25 回計測を実施したが、トルク値が異常に上がり続けて収束しない波形グラフや途中から急にトルク値が上がりはじめる
波形グラフについても除外した。

55

60

65

70

75

80

85

90

95

100

細粒分含有率（＝粘土分+シルト分）F c（％）

ク値が大きくなる。0～5 秒間は土圧（団子状の粘性土

図-2

細粒分含有率とトルク値の平均値の関係②粘土分とシルト分の均等含有率とトルク値の標準偏差均等割による関係（図-3）
粘土分とシルト分ともにばらつきが大きく、相関性はあるかは不明瞭である。ただし、粘土分よりシルト分のばらつきが小さいため、シルト分から求めることより、粘土分を求めることができる可能性があると考える。

回転速度の波形グラフは、3.14（＝0.5rps）にあわせ

値のばらつきが小さい。

て制御されている。正しく計測されたデータは±0.25（2.89～3.39）の範囲に概ね収まっていることがデータ分析よりわかった。これ以上で収まってない場合は、土が攪拌羽根に粘り着き離れず供回り現象とし除外した。
そのため、47 サンプルの内、2 サンプルは除外した。

7. 粒度分布との比較の条件①試験データ・1 試料で 25 回・47 試料実施。
・抽出時間：5～60 秒
・トルク値・回転速度数：1 回 5500 データ②仮定条件
47 波形グラフの比較により、砂分の混在が多くなるとトルク値が小さくなる傾向がある。これより、細粒分
含有率(Fc)％は、1 回のトルク値の平均値との関係性があると仮定した。
47データより、1回のトルク値の標準偏差（σ）は、土質試験の粒度分布と比較すると粘土分が多いと大きくなり、シルト分が多いと小さくなる傾向がある。したがって、礫分と砂分の影響を数値上除外するため、細粒分含

図-3

粘土分（左図）とシルト分（右図）の均等含有率とトル
ク値の標準偏差均等割の関係

9．まとめ
47 サンプルの内、採用できたのが 45 サンプルである。結果としてサンプル数がまだ足らない。しかし、細粒分含有率 80～100％の相関性とシルト分の均等含有率のばらつきが小さいことから、リアルハプティクス技術
による土砂攪拌装置において粘性土判定の可能性があることが本研究よりわかった。
《引用・参考文献》
1) ボーリング野帳記入マニュアル【土質編】

第2版(2000)：社団法人全国地質調査業協会連合会：,pp.42.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO75】

ポータブル貫入試験機のカイゼン（株）東設土木コンサルタント

1. はじめに

○惣塚

潤一

植田

成二

-1）
。
同カイゼンにより写真-2に示す地質試料を採取する

全地連「技術フォーラム 2017」旭川で、送電鉄塔を対ことが可能となった。これにより、従前の打撃削孔から象とした山岳地用軽量Ｎ値測定器(ポータブル貫入試験

回転削孔と打撃削孔の両者の機能を有することになり、機)の開発を発表した。その際、①硬質部が出現した場合、ボーリング調査と同様に N 値50以上、層厚5m 確認が可支持層の層厚をどのように確認するのか、②クローラで能になった。しかし、機能追加により、コアカッター資運搬できない場合、どのように運搬するのか、という質材、ケーシング類やダブルコアチューブなどの削孔ツー問を受け今後の課題とした。

ルス、足場材等の資材が追加となり機材総重量は0.5t（運今回の発表は、上記課題をカイゼンした結果を発表す

搬車0.2t 含む）から1.3t と増加した。

る。その間に、同手法は、特許第 6619235 号『軽量地盤調査機及びこれを用いた地盤調査方法』を取得した。

2. 開発機器のカイゼン(1)既往機器の試験方法
既往機器は回転削孔機能を有さないため、連続的に標写真-1 コアカッター搭載型ポータブル貫入試験機全景

準貫入試験を実施する。このため、サンプラー周面摩擦
力がはたらき、実際より大きな N 値となる。この対策として貫入試験毎に先端にテーパー形刃先を付けた専用拡孔バレル（φ56mm-66mm-76mm）により拡孔し、周面摩擦を除去して掘進する（図-1）。

写真-2 地質試料採取状況(3)運搬方法のカイゼン①ヘリ運搬
長距離モノレール運搬のコスト低減策としてヘリによる資材運搬を検討した。ボーリング資材2.1t に対してポータブル貫入試験機重量は1.3t である。内訳は、調査機
本体0.2t、コアカッター0.2t、仮設材0.2t、削孔ツールス
図-1 サンプラーの周面摩擦と拡孔バレル(2)支持層の層厚を確認するためのカイゼン

0.3t、雑資材0.2t、運搬車0.2t である。最大積載量1t のヘリで2回の運搬で対応できるよう荷造りを運搬車、調査機

硬質部を削孔するためには、打撃削孔では困難なため、材、削孔ツールスの３梱包にできるよう工夫を行った（写

回転削孔機能を有する必要がある。ボーリング削孔ツー

真-3）。また、１日の物輸で複数地点を運搬することで、ルスの使用を前提にコアカッターの搭載を採用した。コ

飛行日数の低減を図り、コスト低減を図った。

アカッターの動力はモーターであるため、簡易に運べる
サイズの発電機が必要となる。検討した結果、必要電力
2.7kW を満たすには、1.8kW の小型発電機2台を並列運転（3.6kW 相当）して削孔可能となった。また、ケーシング
削孔するため、作業高さ1m を確保し、削孔と標準貫入試
験を同一鉛直線で実施可能な簡易足場を制作した（写真

写真-3 ヘリ運搬状況

全地連「技術フォーラム 2024」新潟②ドローン運搬

減速装置を採用したことにより、コアカッター回転数を長距離モノレール運搬のコストの低減策としてドロー

300⇒75rpm、トルクを86.3⇒344.2N・m にカイゼンし、ンによる資材運搬を検討した。ドローンの最大積載量はボーリングマシン回転数60～100rpm、トルク470.7N・m

50kg であるため、全ての資材を50kg 以下に分解できるよ

性能に近づけることができ、礫混じり土砂を対象とした

う改良を加えた。特に、ポータブル貫入試験機本体は、

不攪乱試料採取が可能となった。今後は、礫混じり土砂75kg 以上の重量のため、油圧ユニットやプーリーを取り以外の土質で適用可能であるか試験を行う。

外し可能に改良し、さらに取付ネジの規格も統一し作業

3. 開発機による実績と性能の効率化を図った。運搬に際しては、１梱包の重量を測(1)調査実績

定し最大積載量を超過しないような荷造りルールを確立

回転機能を有するポータブル貫入試験機は2020年度のした。これにより運搬機0.2t を除く1.1t の資材を１日の導入以降、約4年間で鉄塔調査主体に167孔、削孔長2200m

フライトで運搬が可能となった（写真-4）。また、モノレの調査実績を有する。また、運搬に関してはヘリ運搬2現ールやヘリと比較して荷吊り場および荷降ろし場の作業場、ドローン運搬3現場の実績である。

範囲を小さく設定できることから、上記運搬手法より伐(2) カイゼンした開発機器の性能

採費や補償費、申請作業の低減が可能となった。

①調査深度
調査深度は、コアチューブおよびケーシングを回転させる能力、すなわち回転トルクによるが、現況では20m程度である。地盤条件により異なるが、最大で25m の実
績である。
②N 値精度

写真-4 ドローン運搬状況(4)不攪乱試料採取の追加カイゼン
回転削孔機能を有したことにより、力学試験実施に向けた試料採取方法の追加カイゼンが可能となった。コア

ボーリングと同様に JIS A 1219 : 2023規格で実施可能である。
③支持層（Ｎ値50以上）の確認深度
回転削孔機能を有したことから、支持層（N 値50以上）

カッターの回転数は低速で300rpm、高速で700rpm であるを5m 以上確認可能である。

ため、不攪乱試料を採取するには回転が速く試料を乱す

４. 運搬のコスト比較・安全性懸念があった。回転数を低減するために、①電圧を制御

モノレール運搬費、ヘリ運搬費、ドローン運搬費を比して回転数を低減する、②減速装置を取付けて回転数を較すると、モノレール仮設長が概ね300m を超える条件低減する2案を提案・検討した。結果、電圧を制御して回で、ヘリ運搬とドローン運搬が安価となる。近年急速に転数を低減した場合、トルクも減衰することが判明し①普及しているドローン運搬の安全性については、航空法案は不適とした。減速装置については、ギアの大きさにの準拠、機体の耐久性向上、有視界操縦、操作技術の向比例して回転を低減できること、ギアの大きさにより接上、へりと同様の荷造りなど墜落・落下災害防止に留意

続機器の小型化が製作可能なことから、②案の減速装置

し、導入以来無災害で運行しており安全性は高い。

を採用した（図-2）。

５. おわりに
開発機器のカイゼンにより、支持層の層厚確認、運搬方法の多様化が可能となった。また、動力をモーター仕様に変更すると閉塞環境化（深礎基礎の底面）で鉄塔基礎の床付け検査も可能となった（写真-5）。

写真-5 鉄塔基礎床付け検査状況
今後は、調査深度のさらなる深度化を図り、送電鉄塔
以外の山岳構造物（陸上風力発電基礎および周辺設備など）に対しても適用範囲を拡げ、社会資本整備に貢献したいと考える。
以上
図-2 不攪乱試料採取概念図

【9【CO76】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

宅地地盤におけるスクリューウエイト貫入試験と地形区分による相関性と評価
新協地水株式会社

1. はじめにスクリューウエイト貫入試験（以降 SWS 試験）は，地

〇二瓶

光，廣居

雅史

3. 結果
(1) データベースについて

盤の硬軟，締まり具合及び土層構成を判定するための簡地形区分と SWS 試験結果データベースを基にフリー・

易な地盤調査方法であり，戸建住宅等の小規模建築物のオープンソース・システムの「QGIS」を用いて，以下の基礎地盤情報を把握することを目的として，広く普及し分布図を作成した．

ている．

①自沈層分布図

地盤情報として，昨今，ボーリング柱状図や井戸掘削

宅地地盤等の小規模建築物では，SWS 試験における荷のデータベース化が進められているが，SWS 試験による重（Wsw）0.75kN 以下の自沈層の有無がその後の地盤改

表層の地盤情報は多く蓄積されていながらも，データベ良の必要性に係わるため，自沈層 に注目し，分布図ースは公開されていない．戸建て住宅等の小規模建築物（0.75kN 以下）を作成した．

では非常に浅い深度の地盤情報が重要となっていること

自沈層分布図から，福島県内では地形的な差異は少なから，SWS 試験結果をデータベース化し，各種分布図をく，全体に荷重(Wsw)0.75kN 以下の自沈層が分布するが，作成し，小規模建築物の基礎地盤としての地盤情報を可

県南地方およびいわき市に自沈層が深く分布している．

視化することが必要とされていた．
また，小規模建築物の基礎地盤の調査では資料調査として，微地形区分による評価が行われている．SWS 試験
結果と地形区分評価・検証を行い，相関性について示す．

2. 検証方法
今回は以下の方法でデータベースの作成および SWS 試
験と微地形分の相関性について検証した．
(1) データベースの構築収集した SWS 試験データは当社で実施した6222件のSWS 試験結果をデータベースとして整理した．

図-1 自沈層分布図（0.75kN 以下）1）

今回のデータベース化に当たっては，福島県において実施したデータに限定し，調査位置の不明確なものを除外した．この中で，SWS 試験結果データベースとして有効なデータ件数は4827件であった．
データベース化した SWS 試験データから自沈層分布図
および試験最終深度分布図を作成し，地盤情報の可視化を行った．

②試験最終深度分布図
SWS 試験における最終調査深度分布図を作成すること
により，概略的な小規模建築物における支持地盤の分布深度を把握した．
試験最終深度分布図は，福島県郡山市街地周辺を対象に作成し，図の中心から南北方向は一様に最終深度が深く，東西方向は比較的浅い傾向となっている．

(2) 相関性の検証
データベースを基に地形と SWS 試験結果の相関性について整理する．
地形区分は「山地・丘陵」「台地」「低地」の3つに大区

深度分布
2.0m

分し，それぞれの地形区分による調査件数，原地形面における SWS 試験荷重（Wsw）0.75kN 以下の自沈層の割合，
盛土層における SWS 試験荷重（Wsw）1.0kN 以下の自沈層の割合を抽出し，各地形面における試験結果の傾向を検証した．
また，試験最終深度が支持地盤に相当する地層と見込
み，最終深度分布頻度を地形毎に算出した．

10.0m

図-2 試験最終深度分布図（郡山市街地周辺）2）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(2) 地形区分と SWS 試験結果の相関性について

10.0m 以深の外れ値の構成を分析すると，それぞれ異な

表-1に地形区分と調査件数について示す．

る特徴を示す．

各地形区分において，原地形面における0.75kN 以下の「山地・丘陵」での外れ値の構成は，盛土層が厚い箇所

自沈層の分布割合は，「山地・丘陵」で30.1%，「台地」でを示している．
「台地」では県南地方の火山灰台地に多く

52.5%，「低地」で48.5%であり，調査件数の45.9%で軟弱認められ，「低地」ではいわき市の海岸低地や後背湿地をな自沈層が分布している．

中心に分布している．

「台地」および「低地」は，原地形面における自沈層の

山地・丘陵

台地

250

割合が48.5～52.5%を示し，約50%に自沈層が分布してい

350
300

ることから，その特徴を把握するため，微地形に細区分

200

した．

150

頻度

「台地」では，火山灰質台地の自沈層の割合が80.5%で

頻度

250

100

あり，突出して多い（表-2）
．

100
50
0

低地

丘陵」では，切盛造成地が多く，盛土部分の自沈層の分

500

頻度

布割合が高い．

1,053

317

30.1%

379

36.0%

4.48

台地

1,699

892

52.5%

145

8.5%

4.67

低地

2,075

1,007

48.5%

341

16.4%

4.26

合計

4,827

2,216

45.9%

865

17.9%

-

表-2 台地面の細区分
調査箇所

盛土層
1.0kN以下の
自沈層有り

件数

件数

割合

平均調査
深度
（m）

岩石台地

1

0

0.0%

0

0.0%

8.42

砂礫質台地

1,580

797

50.4%

142

9.0%

4.75

火山灰台地

118

95

80.5%

3

2.5%

6.76

合計

1,699

892

52.5%

145

8.5%

-

表-3 低地面の細区分
微地形

調査箇所

10.0～

8.0～

9.0～

6.0～

7.0～

4.0～

データ数

最小値（m）

0.42

最小値（m）

0.35

最大値（m）

16.50

最大値（m）

14.00

平均値

4.4

平均値

4.9

中央値

3.4

中央値

4.4

標準偏差

3.1

標準偏差

2.5

1699

9.0～

10.0～

7.0～

6.0～

深度範囲（m）

8.0～

4.0～

5.0～

2.0～

0

2075

最小値（m）

0.36

最大値（m）

18.75

平均値

4.3

中央値

3.3

標準偏差

2.8

図-3 最終深度ヒストグラム

4. まとめSWS 試験による表層地盤情報と地形区分との関係性

原地形面
0.75kN以下の
自沈層有り
割合

1053

データ数

100

3.0～

割合

台地

データ数

低地

0～

件数

山地・丘陵

微地形

300

1.0～

件数

割合

400

200

平均調査
深度
（m）

5.0～

山地・丘陵

600

盛土層
1.0kN以下の
自沈層有り

2.0～

深度範囲（m）

700

件数の17.9%で盛土層に自沈層が認められる．
特に
「山地・

原地形面
0.75kN以下の
自沈層有り

3.0～

深度範囲（m）

で36.0%，「台地」で8.5%，「低地」で16.4%であり，調査表-1 地形区分と調査件数

0～

9.0～

10.0～

7.0～

8.0～

4.0～

5.0～

6.0～

2.0～

3.0～

0～

盛土層の1.0kN 以下の自沈層についても，「山地・丘陵」

1.0～

0

1.0～

無く，40.3～64.5%の範囲である（表-3）
．

調査箇所

150

50

「低地」では，原地形面での自沈層の割合に大きな差は

地形区分

200

を整理した結果，調査地点の約半数で軟弱地盤が分布していた．SWS 試験の最終深度に地形区分による大きな差は無く，いずれも2.0～3.0m 程度までの調査深度の分布が多い傾向であったが，外れ値（最終深度10.0m 以深）を分析すると異なる特徴を示しており，盛土層の層厚や地盤の地域特性を反映した結果となっている．

原地形面
0.75kN以下の
自沈層有り

盛土層
1.0kN以下の
自沈層有り

件数

割合

件数

割合

最後に SWS 試験結果より作成したデータベースを活

平均調査
深度
（m）

用することにより，事前調査・資料調査段階の精度向上

谷底低地

308

154

50.0%

35

11.4%

4.84

に繋がると考える．また，小規模建築物における基礎地
盤の地域特性の把握に対する一助になるよう，データの

扇状地

1,012

450

44.5%

209

20.7%

3.32

自然堤防・砂丘

251

136

54.2%

19

7.6%

5.01

後背湿地

256

165

64.5%

18

7.0%

6.20

旧河道・旧池沼

27

13

48.1%

7

25.9%

4.06

三角州・海岸低地

221

89

40.3%

53

24.0%

5.17

合計

2,075

1,007

48.5%

341

16.4%

-

収集および精査を行っていきたい．
《引用・参考文献》
1) 若松加寿江・松岡昌志（2020）: 地形・地盤分類250m

図-3には各地形面での最終深度ヒストグラムを示す．
採取深度ヒストグラムから，いずれの地形区分においても，2.0～3.0m 程度までの調査深度の分布が多く，深度メッシュマップの更新, 日本地震工学会誌, No.40,
pp.24-27，（最終閲覧日2024年5月31日）.
https://www.j-shis.bosai.go.jp/labs/wm2020/.

が深くなる毎に頻度が減少する右裾引き型の形状を示し

2) 国土地理院ているが，10.0m 以上の数値がやや多く，離れ小島型の5月31日）.

特徴も示している．

https://maps.gsi.go.jp/development/ichiran.html

各ヒストグラムの全体的な形状は似ているが，深度#std2.

標準地図（に加筆），（最終閲覧日2024年

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO77】

斜め電気式コーン貫入試験と水上音波探査を併用した
湖沼における軟弱層の調査事例(株)地圏総合コンサルタント ◯相澤 明宏

1. 概要

小野里 直也 徳留 亮

平井 眞樹(株)地盤試験所

仲 優太郎

る砂質土が 15.7ｍで出現し、それ以深は近傍(別孔)で水域の地盤状況(軟弱層の分布や支持層)を確認するた

SPT を実施するダブルサウンディング工法に切り替えた。

めには、通常は台船や水上足場上から調査を行うが、広SPT により、深度 15m から層厚 5m 程度は N 値 4 以上 30

域的に地盤状況を確認する場合は、多大な費用と時間が未満の中間土層(沖積砂質土)と深度 20ｍから N 値 30 以必要となる。本件では、軟弱層が厚く堆積し、水上足場

上の地層(洪積砂質土)の支持層の分布を確認した。斜めが仮設できない現地状況であったため、護岸から張り出

CPTU は、限られた作業足場範囲の中から、周辺の軟弱層した足場を用いて電気式コーン貫入試験(CPTU)、標準貫の分布を把握するために実施し、鉛直方向と同様に軟弱入試験(SPT)および水上音波探査を併用し、300m×150m層の分布を確認した。CPTU 試験結果から地質分布を推定

程度の水域における軟弱層の分布状況と盛土構造物の支する際は、SPT 実施時のノンコアボーリング、周辺(陸地)

持層出現深度を把握した事例を紹介する。

での既往調査結果および「電気式コーン貫入試験方法」
１）

を参考とした（図-2 参照）。各地層の地盤定数(湿潤密2. 調査内容度、粘着力、内部摩擦角)は、CPTU によって得られた 3 成(1) 調査項目・数量

分(先端抵抗値、周面摩擦、間隙水圧)より換算式を用い調査内容を表-1 に示す。

て推定した。また、CPTU が貫入不能となった深度以下の表-1 調査内容一覧表
位置

調査内容

鉛直 90°
斜め 45°
鉛直 90°
地点２ 斜め 60°
斜め 45°
項目
水上音波探査地点１

地層の地盤定数は、
SPT の N 値からの換算値を採用した。

試験深度
CPT
CPT＋SPT
15.7
23.0
21.2
20.8
28.0
21.9
25.0
延長(m)
1410.0

周面摩擦比
Fr (%)

先端抵抗
Qｔ

砂分が多い

(2) 調査位置
CPTU、SPT の調査地点と水上音波探査の測線を図-1 に示す。CPTU および SPT は、沖合に足場を張り出し、護岸からsp-13m 程度の位置で実施した。CPTU
は現場での反力確
sp-1
sp-2
sp-3

sp-2

A-1’
sp-3
A-1’
保が難しいため、試験可能深度をせん断抵抗値
10MPa 程度までとした。

図-2 電気式コーン貫入試験結果(地点１ 鉛直90°)
測線１ 1
測線
sp-1
sp-2
測線２
測線
sp-3 2測線３
測線 3

水上音波探査では、軟弱な粘性土と N 値≧30 の砂質土

A-2’

A-2’

水域

(2) 水上音波探査結果

地点１
地点１
A-1’

との地層境界を確認した。CPTU と SPT の結果に水上音波

堤防探査結果を統合したものを図-3 に示す。

測線４
測線
4

地質時代

地点１

地点２
地点
A-2’ 2測線５測線
5CPTU・SPT
位置
ボーリング位置
・・ボーリング位置
水上音波探査路線
水上音波探査測線
・・水上音波探査測線

地質横断図
N 値≧30 の砂質土層で水上音波探査でも地層境界を確認した。

・・ボーリング位置
・・水上音波探査測線

測線6
測線
6

地質名

土質区分

記号

河成
堆積物

砂質土層

シルト混じり砂
砂質シルト

As1

後背湿地性
堆積物

粘性土層

有機物混じりシルト

Ap1

海成
堆積物

粘性土層

シルト・粘土

Ac1

砂質土層

シルト混じり砂
砂質シルト

As2

粘性土層

砂混じりシルトAc2

砂質土層

シルト混じり砂

As3

砂質土層

粗砂

Ag1

粘性土層

砂質シルト

Dc1

砂質土層

細砂

Ds1

砂質土層

シルト混じり細砂

Ds2

完
新
世
第
四
紀

海成～河成
堆積物

3. 調査結果

20.0

40.0

30.0

10.0

20.0

10.0

0.0
0.0

・・ボーリング位置

追加
距離
(m)

-10.0

図-１ 調査位置図
・・水上音波探査測線(1) CPTU・SPT 試験結果
地点 1 では、鉛直 CPTU により、深度約 15m まで換算 N
値=0 の軟弱な粘性土を確認した。コーンが貫入不能とな

地質縦断図

更
新
世

水上音波探査で確認された地層境界
推定支持層線

図-3 地質断面図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 調査結果の評価

がらも反射面が確認できたことから、探査範囲の支持層(1) 鉛直 CPTU と斜め CPTU の比較

出現深度を面的に推定することができた。

斜め(45°,60°)CPTU 試験結果を鉛直深度に換算し、鉛直 CPTU と重ね合わせた結果を図-4に示す。試験深度12ｍ程度までの先端抵抗値と間隙水圧は、各角度の CPTU

5. まとめ本件で得た知見を以下に示す。

で概ね類似した結果が得られた。周面摩擦も同様の傾向①水上足場の仮設が困難な現場でも、複数の調査手法を示すため、同一の軟弱な粘性土が水平方向に厚く分布(CPTU,SPT,水上音波探査)を組み合わせることで、水域していると推定した。さらに、各角度の CPTU の結果には、粘性土と砂質土の地層境界で3成分の顕著な変化が現れている。

の地層分布と支持層出現深度を推定することができた。
②斜め CPTU の 3 成分(先端抵抗、周面摩擦、間隙水圧)は、鉛直 CPTU の測定値と概ね類似した結果が得られ

周面摩擦測定値 間隙水圧測定値
fs(kPa)fs(kPa)

換算N値

たため、試験角度による影響は小さいと考える。
③貫入能力に劣る鉛直 CPTU に SPT を組み合わせたダブ
ルサウンディングを行うことで、Ｎ値の信頼性が低い
軟弱地盤には CPTU を適用し、締まり具合の良い地層には SPT を適用することで、１箇所のボーリングでより多くの地盤情報を得ることができた。
④時間的・費用的な制約から、室内土質試験が実施できない現場であったが、CPTU による換算値から、地盤定

粘性土から砂質土に変化すると周面摩擦の値が上昇し、護岸から沖合に向観測値
けて、地層境界が浅くなる。

粘性土区間では、観測値のバラツキは少なく、探査角度による結果の大きな乖離
換算値はないため、同一の地質と判断できる。

図-4 鉛直/斜め CPTU の N 値分布状況

数を提案することができた。
⑤水上音波探査にて反射面が現れた深度は、SPT により
N 値≧30 の砂質土層が出現した深度と概ね一致する。
これは、上位に堆積する軟弱粘性土と比べて、締まり(2) CPTU・SPT の比較

具合の違いが極端に違うことにより得られた結果であ

深度14.0～15.5ｍの CPTU の換算 N 値と SPT の N 値のり、締まり具合が複雑に変化する場合や、漸移的に増比較結果を図-5に示す。深度14～15ｍまでの Ac1層は、減する場合には、水上音波探査の適用性は低いものとSPT ではロッド自重の影響を受けて N 値＝0の自沈粘土で考える。

あるが、CPTU による換算 N 値は N≒1が得られており、深度15.5m の試験値についても同様の傾向である。

地点１

CPTU の換算 N 値と SPT の N 値の比較のため、深度 14.0～16.0m は 50 ㎝間隔で SPT を実施

6. 今後の課題
本件より挙げられる今後の課題を以下に示す。
①角度が異なる CPTU の特徴をより多く把握するため、複雑な地層分布が想定される条件下においても CPTU

湖底面
換算Ｎ値

地点１
換算N値

を積極的に活用し、斜め CPTU の適用実績を増やすこCPTとが望まれる。

CPT(N値と同区間で平均)Ac1

簡易式電気式コーン
貫入試験(三成分コーンＣＰＴ)

N値（SPT)
N値＝０
自沈粘性土

N値≧1
粘性土

②鉛直 CPTU から推定される各種試験値について検証するためにも、ボーリングによるサンプリングと室内土質試験を行い、推定値と試験値の比較検討を行うことが望ましい。

7. 謝辞
As2
ノンコアボーリング＋標準貫入試験(ＳＰＴ)

砂質土

本調査にあたり、調査関係者の皆様、地元漁業協同組

推定支持層線

Dc1

合の皆様、多大なご助言を頂いたこの場を借りて、感謝
申し上げます。

図-5 SPT と CPTU の N 値分布状況《引用・参考文献》(3) 地層境界の推定
CPTU により軟弱な粘性土層とその下位に分布する砂質土層との地層境界を確認し、ダブルサウンディング法
により N 値≧30 の支持層出現深度を確認した。SPT で N
値≧30 を示す深度において、水上音波探査でも不明瞭な

1) JGS1435-2012「電気式コーン貫入試験方法」：公益社団法人地盤工学会, 地盤調査の方法と解説（2013）
pp.366-403

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO78】

戸建て住宅の液状化対策への助成制度の検討
中央開発株式会社

〇竹田

和弘，王寺

1. はじめに

秀介，岡田

直人，大山

エンリッケ

誠慈

通常の地盤改良工法の場合は約80～250万円程度であ液状化による被害といえば，2011 年 3 月の東北地方太り，さらに液状化への効果が期待できる工法となると平洋沖地震，2016 年 4 月の熊本地震，さらに，2024 年 1

約200～1000万円程度要し2），建て主個人で賄うことは月に発生した令和 6 年能登半島地震が記憶に新しい．今

困難である．よって，適切な金額助成が必要となる.

後も液状化による被害は予想され，都心南部直下地震が②液状化対策検討方法の確立と工法の開発

発生した場合の液状化による全壊被害は約 1500 件と想1)

現在，液状化対策として第三者機関から認証を受けた

定されており ，戸建て住宅に対する事前液状化対策の工法は数少ない．建て主に液状化対策まで提案し実施普及が急務である．

するかは建築士の裁量にも委ねられている．こうした東京都ではこれまで戸建て住宅の液状化対策に対する検討方法の確立や新たな対策工法の開発が課題であ

助成制度の検討を行っており，筆者らは委託を受け，新る．

築住宅の建て主が事前液状化対策を実施する上での課題③一般市民の液状化に対する意識の向上を整理し，助成要件を検討したのでここに報告する．

一般市民には，液状化被害によって住宅に住めなくなるというイメージがないため，対策が必要だという発

2. 調査内容

想になりにくい．

(1) 先行自治体の取組み整理
はじめに，インターネットで事前対策に金銭的な助成

3. 東京都の支援の在り方の検討をする先行自治体事例を収集し，併せて助成内容，対象先行自治体の助成制度を参考に，前述の液状化対策のとなる調査/対策工法及び運用実績について整理した．

課題を反映させた助成制度を創設することが望ましい．

全国的に見ても戸建て住宅への液状化の事前対策に費そこで，葛飾区についてヒアリングを実施し，助成制

用助成を行う例は非常に稀であり，筆者らが調査した限度の運用における課題を整理した上で，東京都の支援のりでは二自治体であった．その中で東京都葛飾区は，助在り方を検討した．

成制度の先駆者的な存在であり，地盤調査と液状化対策(1) 液状化調査の試験深度についての両方に助成をしている．そのため，東京都としてはこ①葛飾区の調査助成の中身の葛飾区の助成制度を参考に支援の在り方を進めていく

葛飾区が準拠している建築基礎構造設計指針（2019年，こととなった．

日本建築学会）では GL-20ｍまで液状化の危険性がある(2) 建築士へのヒアリングと定めているため3)，助成対象とする現地調査の要件を工務店在籍の建築士に個別ヒアリングを実施し，事前表-1に示すように「JIS A 1219に規定する標準貫入試験」

液状化対策をする上での課題を以下に整理した．

及び「調査深度20m 以上」と定めている．結果としてこ①液状化対策費用の負担

れらは機械ボーリングによる調査に限定している．ボー
表-1 先行自治体の整理

自治体

助成内容

調査/対策工法

運用実績

東京都

地盤調査に要した

現地調査：JIS A 1219 に規定する標準貫入試(2014 年運用開始．開始当時は 1/3

葛飾区

費用の 10/10

験（試験深度は 20m 以上とする）の助成，2016 年から 10/10 の助成)(限度額：35 万円)

土質試験，地下水位測定

年間約 10 件程度※

液状化対策工事費

・液状化層の土とセメント系固化材を混ぜる(2016 年運用開始)

用の 1/2工法（敷地の地盤改良部を非液状化層に到

これまでに 5 件※

(限度額：90 万円)

達させるもの）・丸太を使った軟弱地盤対策（LP-LiC 工法）

愛知県

液状化対策工事費

表層改良工法，柱状地盤改良，鋼管杭工法(2021 年度運用開始）

飛島村

用の 1/4※一級又は二級建築士が液状化を考慮した地

2021 年度：8 件，22 年度：8 件，23

(上限：25 万円)

盤改良であること

年度：9 件(2024 年 2 月 29 日時点)※
液状化に有効であるとの証明が困難
で助成対象外となった事例がある．

※運用実績については，葛飾区は 3 章に記すヒアリング，飛島村は電話・メールにて得られた情報である．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
リング調査は以下の理由などで，戸建て住宅には適合せず助成制度の実績が伸びていない．

 JIS A 1221に規定するスクリューウエイト貫入試験(SWS 試験) 小規模建築の場合，十分な調査スペースをとれない．

 建設技術審査証明技術であること．

 解体工事や事前準備等を含めてボーリング調査では②助成対象とする液状化対策

通常2週間程度調査期間を要する．
②都としての改善事項「改良地盤の設計及び品質管理指針（日本建築センタ
ー・ベターリビング発行）」及び「宅地の液状化判定に宅地の液状化調査でも，調査深度10m 程度の SWS 試験

係る設計指針（国土交通省）」に従って，敷地の地盤改で実施することが主流になりつつある．また『リスクコ

良部を非液状化層に到達させる工事又は建設技術審

ミュニケーションを取るための液状化ハザードマップ作

査証明技術を採用した工事であること．

成の手引き』（2021年，国土交通省都市局都市安全課）の中では，既存のボーリング調査結果等の地盤情報が充実

4. 今後の検討課題・取組

していない自治体を対象に深度10m 程度の SWS 試験によ幅広い液状化対策に対して助成するために，現時点でる液状化判定結果 PL10を有効活用することを奨励しては建設技術審査証明取得技術を対象としている．ただ，いる4)．こうした背景をふまえ，東京都としては SWS 試

審査証明の中で液状化対策であると明確になっているの験（JIS A 1221に規定するスクリューウエイト貫入試験）は葛飾区が助成対象としている LP-Lic 工法（技審証第の運用並びに調査深度10m の調査を助成対象に加える方

3004 号），あるいは，（一財）ベターリビングが審査証明針となった．

事業と別途に実施している「地盤の液状化対策審査・保(2) 液状化対策への助成要件

証業務」
（以下，
「審査・保証業務」）の対象となっている①対策助成の運用課題

積水ハウス(株)の SHEAD 工法（BL 審査証明-025），旭化

葛飾区では，建築物のための改良地盤の設計及び品質

成建材(株)の CSV 工法（BL 審査証明-050）と限られてい管理指針（（一財）日本建築センター・（一財）ベターリる．よって，審査・保証業務の対象となる工法を増やすビング）（以下，「改良指針」）5)に従い，土とセメント系

働きかけをするなど，引き続き検討をする必要がある．

固化材を混ぜて改良体をつくる地盤改良工法を助成対象

また，助成制度を有効に活用される方策の検討も重要としている．その中でも液状化対策の品質水準の確認とになってくる．一般市民の液状化に対する意識の向上にして「敷地の地盤改良部を非液状化層に到達させるもの」

は，液状化リスクの理解を高めるリーフレットを作成しとの記載がある．

普及・啓発を行うなど，建て主に対する早めの訴求も重建築士へのヒアリングの結果からも，液状化対策の検要であると考える.

討方法は建築士に委ねられており，その検討方法の確立が課題である．また，対策工法が液状化に対して有効な性能であるかを行政職員が審査することが困難であるこ《謝辞》
本文は「令和5年度建築物の液状化対策に関する課題整

とも課題である．

理等調査委託（東京都）」
内容を基に執筆したものであり，②建設技術審査証明技術の活用

東京都都市整備局市街地建築部建築企画課の皆様にこのそこで，民間によって開発された新技術に対して，そ場を借りて感謝申し上げる．この論文が東京都の取り組の性能を客観的に証明し，その普及活動に努める事業「建

む事前液状化対策の周知の一助になれば幸いである．

設技術審査証明事業」に着目した．この中で，戸建ての地盤改良技術に審査証明を発行している主な機関には《引用・参考文献》（一財）ベターリビングと（一財）日本建築センターがあ1) 東京都防災会議：首都直下地震等による東京の被害る．上記二機関は改良指針を発刊しており，地盤改良の品質水準の審査を行う立場でもあるため，建設技術審査

想定（2022）5章想定される被害,pp.8.
2) 住宅性能表示制度における「液状化に関する参考情証明技術を採用した工法も助成対象に追加した．

報の提供」に関する手引き：建物の液状化対策工法お(3) 東京都としての助成要件

よびその実施状況に関する調査,pp.58-62.

以上の検討を踏まえ，東京都としては地盤調査・液状化対策として以下の要件を助成対象として定めている．

3) 日本建築学会：建築基礎構造設計指針（2019）,pp.5462.

なお，地盤調査に関しても同様に建設技術審査証明を助4) 国土交通省都市局都市安全課：リスクコミュニケー

成対象の工法としている．これは，（一財）ベターリビン

ションを取るための液状化ハザードマップ作成の手グにより審査証明を受けた SWS 試験を改良した SDS 試験等の運用を想定したものである．

引き（2021）,本編 pp.34, 詳細資料編 pp.72.
5) （一財）日本建築センター・（一財）ベターリビング：①助成対象とする地盤調査

建築物のための改良地盤の設計及び品質管理指針

 JIS A 1219に規定する標準貫入試験（2018）,pp.114-130.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO79】

液状化検討にともなう調査事例
株式会社キタック

1. はじめにA 飛行場及び B 飛行場における液状化検討及び耐震検討に必要な地質調査（標準貫入試験併用のボーリング、

○山岸

由佳，小池

健，佐藤

文彦

て、液状化判定の基礎資料として、各ボーリング孔で原
則1m 毎に一般物理試験（土粒子の密度・含水比・粒度・
液性限界・塑性限界）を実施した。

トリプルサンプリング、PS 検層、常時微動計測、土の繰
返し非排水三軸試験）の実施事例ならびに調査実施にあ

3. 地盤特性と調査結果たり工夫した点を紹介する。

A 飛行場は、表層部に層厚1～2m の粘性土が分布し、以深には N 値50以上を示す玉石混じり砂礫層が主に分布し2. 調査方針及び工夫点
液状化検討・耐震検討の対象が飛行場であるため、「港ている。ただし、砂礫層の上部には N 値が15前後の緩い
砂質土が層厚1m 程度分布している。

湾の施設の技術上の基準・同解説5)（平成30年5月、（公社）

表-1 A 飛行場の地質構成表
時代

日本港湾協会）」に従い調査を実施した。
(1) ボーリング調査

地層名
盛土層

完新世

飛行場全体の地盤特性の把握と液状化検討のために、

N値(採用N値)

記号
B

-

Ac1

1～27
（7）

Ag1

8～166.7（33）

玉石混じり砂礫

Ac2

4～13
（8）

有機質粘土

Ac3

2.5～21（10）

砂質シルト、シルト、
粘土質シルトAg221～300（56）

玉石混じり砂礫、砂礫

As111～62.5（37）

細砂、シルト質細砂

As228～71.4（44）

細砂

ボーリングを配置し、標準貫入試験を併用して実施した。
(2) トリプルサンプリング
ボーリング調査の結果、A 飛行場では部分的ではある

第四紀が、相対的に緩い砂質土が分布し、地震時に液状化発生

更新世

沖積層

の可能性が懸念された。また、B 飛行場では細粒分を多く含む砂質土が分布し、同様に液状化発生の可能性が懸念された。このため、トリプルサンプリングによる乱さない試料採取を実施した。
なお、採取した試料を乗用車にて県外の土質試験室に運搬する必要があり、運搬時に車の振動により試料が液状化し強度低下する可能性が懸念された。このため現地(1) PS 検層結果
深 柱
度 状
図
(m)

土
質
区
分

N値

密
度

PS波速度(m/s)
3

10 20 30 40 (kN/m )粘性
土にてドライアイスを用いた凍結処理を行い、凍結させた状態で試料を運搬した。この際凍結時の膨張により土の構造破壊の発生を防ぐため、間隙水をある程度脱水させ

土質・岩質
玉石混じり砂礫、砂礫、玉石混じり粘土、
礫混り粘土
シルト、砂質シルト、シルト質粘土

500

17.00

90

21.00

140

21.00

220

1000

1500

2000

剛性率(kN/m2)

ポアソン比
(ν)

200

0.35 0.40 0.45

200

520

400

800 1000 1200×103

600

ヤング率(kN/m2)
400

600

Ac1 0.485

14100

0.495

42000

0.492

1040001450

800 1000 1200×103

41700

1260005
玉石混じり
砂礫た後に凍結処理を行った。ただし、B 飛行場の試料は細

1710

Ag1

309000

粒分が多かったため、凍結処理は実施せず、間隙水の脱水のみ実施して試料を運搬した。
(3) PS 検層
地盤の深度方向の弾性波速度分布の把握と工学的基盤

有機質
粘土

16.00

160

21.00

20

試験を実施することが多いが、本調査では測定精度を高

420

1860

S波速度(Vs)(m/s)

P波速度(Vp)(m/s)

避けるために夜間に測定を行った。

4

8
6

比

比

(5) 土の繰返し非排水三軸試験2求めるために実施した。併せて標準貫入試験試料を用い

1250001110000

3780000.473

剛性率(kN/m2)

ヤング率(kN/m2)

B飛行場 10秒計計測結果

A飛行場 10秒計計測結果

10

トリプルサンプリングで採取した試料の液状化強度を

41800(2) 常時微動計測結果
6に実施した。車両及び工場稼働等によるノイズの影響を

0.492

1010000

図-1 A 飛行場における PS 検層結果めるために、裸孔にて測定を実施した。
飛行場内および周辺のサイト増幅特性を把握するため

Ac2

1280

343000

Ag2
玉石混じり
砂礫

表で起振するダウンホール法で実施した。

(4) 常時微動計測

0.474

1800

15

を確認することを目的として実施した。本調査では、地PS 検層実施時は、孔壁保護のために塩ビ管を挿入後に

400

21.00

10

4
2

0
0.1

0

周波数

1

（Hz） 10

0.1

周波数

1

（Hz）

図-2 常時微動計測結果（H/V スペクトル図）

10

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(3) 土の繰返し非排水三軸試験結果
1.2

一般的に、短周期微動は交通振動や工場機械の振動、
長周期微動は風・波浪によるものとされている6)。また、

A飛行場 繰返し非排水三軸試験結果

1.0

地盤の常時微動の特性として、岩盤などの硬い地盤では

繰
返 0.8
し
応
力 0.6

0.1秒程度の短周期振動が卓越し、沖積地盤などの軟質な地盤であるほど長周期になるとされている6)。

振
液状化強度RL20=0.405
幅 0.4
比σd/ 0.2
2σ'0
0.0
0.1

地盤のサイト増幅特性とは、地震基盤上方に存在するDA(軸ひずみの両振幅)=5％
間隙水圧比95％

1

Nc=20

10
繰返し載荷回数Nc

0.6

100

1000

5)

B飛行場 繰返し非排水三軸試験結果

0.5
繰
返 0.4
し
応
液状化強度RL20=0.277
力 0.3
振
幅 0.2
比
σd/
2σ'0

0.1
0.0

DA(軸ひずみの両振幅)=5％
間隙水圧比95％

0.1

1

堆積層が地震動に及ぼす影響について示したものである。このため、地盤のサイト増幅特性を把握するためには

地中深部の微動を捉える必要があり、長周期の微動ほど深部の地盤構造を反映していると考えられている4)。
以上より、長周期の微動を検出できる10秒計を使用して計測を行ったことで、目的に見合った調査を実施することが出来た。

Nc=20

10
繰返し載荷回数Nc

100

1000

図-3 各試料の試験結果（上：A 飛行場、下：B 飛行場）

(3) 繰返し非排水三軸試験の液状化強度の違いについて
本調査では、比較的緩い砂質土層（A 飛行場）と細粒分の多い砂質土層（B 飛行場）でそれぞれ繰返し非排水4. 考察

三軸試験を実施した。図-3より、B 飛行場の試料のほう(1) PS 検層における孔内保護の有無について

が、液状化強度が小さい値を示した。細粒分の多い砂質

本調査では、精度の良いデータ取得のため、掘削後に土層の液状化特性については、様々な研究がなされてお孔内洗浄を実施した後、裸孔にて PS 検層を実施した。

り、液状化強度 RL20と塑性指数 Ip には一定の相関関係

伊藤ほか,19981)では、PS 検層等のボーリング孔を利用がある可能性が指摘されている7)。B 飛行場の試料では前した物理検層は裸孔が原則との記載があり、孔壁崩壊が記のような傾向が見られた。今後、試料数を増やして相発生しやすい地質でなければ、保孔管を極力使用しない関性を検証する必要がある。

方がより良好なデータが取得できると考えられる。
また、水江ほか,20202)では、裸孔時と孔内保護実施時

5. まとめにおける S 波速度の比較を行っており、孔内保護実施時

本調査では、様々な工夫を行い、必要なデータをよりに、S 波速度がわずかに速くなるという結果が得られて精度良く取得できたと考える。今後、様々な現場を経験いる。

して、データを蓄積・分析し、精度良くデータを得られ以上より、本調査では裸孔で実施した効果を検証できる工夫について検討していきたい。

なかったものの、裸孔にて PS 検層を実施することでより正確な S 波速度の値を取得することが可能であると考《引用・参考文献》えられる。今後、実施の際には、極力裸孔での実施を検1) 伊藤芳朗，楠見晴重，竹内篤雄（1998）：斜面調査の討することが望ましい。

ための物理探査：地すべり・地下水・岩盤評価，
pp.243-(2) 常時微動計測の夜間測定と微動の周期特性について

245，吉井書店.

本調査では、精度の良いデータ取得のため、車両及び

2) 水江邦夫，田口雅章，小松洋之，福田将広（2020）：

工場稼働等によるノイズが比較的少ない夜間に測定を実長期測定に適した PS 検層測定孔設置の検証,全地連施した。しかし、微小地震や風、海洋の波浪等の自然現技術フォーラム2020論文集,論文 No.21.

象によるノイズを完全に避けることはできない。
3)

森,1981 では、時間帯及び風速等の外的要因による常時微動計測結果への影響について考察を行っており、交通量の少ない夜間に計測した方が周期特性、振幅特性が安定する傾向にあるとしている。また、夜間は卓越周期が長くなるが、その原因として、昼間の短周期大振幅の3) 森芳信（1981）：地盤の常時微動特性と工学的利用,土木学会論文報告集,第313号.
4) 鏡味洋史（1988）：微動観測とその工学的利用,地学雑誌,97-55) 港湾の施設の技術上の基準・同解説（2018）：公益社団法人日本港湾協会,pp.364-365.

波に隠れていた長周期小振幅の波が解析に現れやすいた

6) 森芳信（1990）：地盤の微動に現われるやや長周期成めとしており、この長周期小振幅の波が現れやすい時間分についての実測による検討,土木学会論文集,第424帯が計測に適していると考えられるとしている。図-2で号.

示した H/V スペクトル図より、長周期、短周期でそれぞ

7) 桑野二郎，サプコタビノッド，橋爪秀夫，高原健吾

れ卓越周期が検出されており、本調査では夜間測定で問（1993）：細粒分を含む砂の液状化特性,土と基礎,41-

題無かったと考えられる。

7.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO80】

簡易的現地測定による岩石の定量的強度指標の検討
サンコーコンサルタント株式会社

1. はじめに

〇西

右京，松崎

達二，小西

祐樹，森山

哲朗

図-2は，安山岩の L 値の深度分布図の例である．安山岩

ボーリングコアの判定は，肉眼観察やハンマーによる打撃などの感覚的な方法で行うため，判定する技術者にも凝灰角礫岩と同様に岩級区分ごとに明瞭な差があることがわかる．

よっては誤った評価をしてしまうことがある．一方，ボーリングコアを現地で簡易的かつ定量的に評価する方法

0mは少なく，定性的な判定をしているのが現状である．

10m

本稿では，簡易的に現地で測定できるエコーチップ硬20m

さ試験機により，ボーリングコア（岩石試料）の定量的30m

験は，ダム事業では岩盤分類や岩石材料評価を目的に活40m

用例が多くあるが，一方で道路事業では活用例が少ない．

50m

今回，紹介する事例は，道路事業におけるトンネル設計

60mのための地質調査での適用事例である．

70m
80m

2. 測定内容・方法
エコーチップ硬さ試験機は，テストチップをスプリングで試料に当て，その衝突前後の速度比から硬さ（L 値）

CH

深度(m)

な強度指標を検討した事例を紹介する．エコーチップ試

2TN-R4 BV-9(2)

0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
55
60
65
70
75
80
85
90
95
100

90m
97m

CM
CL

100 200 300 400 500 600 700 800 9001000
L値を求める携帯型の反発硬さ試験機である．
L＝V/V0×1000

・・・式-1図-2 L 値の深度分布図（安山岩の例）

ここで，V ：打撃速度
V0：反発速度

図-3に安山岩の L 値の頻度分布図，表-1に今回測定し今回は，スイスのプロセク社製

た安山岩の L 値の集計を示す．これらからも，L 値には

エコーチップ 550 を使用し，ボー

岩級区分ごとに明瞭な差があり，岩級とＬ値には良い正リングコアを 50cm 間隔で各点 5 回の相関があることがわかる．

測定して平均した値（平均 L 値）

ただし，D，CH 級に比べると，CＭ，CL 級は分散するを求めた．測定には，長崎市で採取範囲が広い．これは，風化や変質，割れ目による強度低礫岩及び安山岩のボーリングコアを用いた．

下影響を多く内包している結果と考えられる．
100

100

CL 級

(1) 岩級区分と L 値
図-1 に凝灰角礫岩の L 値の深度分布図の例を示す．凝灰角礫岩の L 値の分布は，CM 級で 300～400，CH 級で 700

頻度(%)

3. 測定結果

60

60

40

40

20

20

0

0

～800 に集中する結果となり，岩級区分ごとに明瞭な差があることがわかる．

50m
54m

2TN-R4 BV-4

CH
CM
100 200 300 400 500 600 700 800 9001000
L値

図-1 L 値の深度分布図（凝灰角礫岩の例）

100

D級

60
40

60
40

20

20

0

0

Ｌ値

CM 級

80

頻度(%)

80

100-200
200-300
300-400
400-500
500-600
600-700
700-800
800-900
900-1000

40m

深度(m)

20m

0
5
10
15
20
25
30
35
40
45
50
55

頻度(%)

10m

30m

Ｌ値

Ｌ値
100

0m

CH 級

80

100-200
200-300
300-400
400-500
500-600
600-700
700-800
800-900
900-1000

頻度(%)

80

100-200
200-300
300-400
400-500
500-600
600-700
700-800
800-900
900-1000

写真-1 測定状況

100-200
200-300
300-400
400-500
500-600
600-700
700-800
800-900
900-1000

した新第三紀長崎火山岩類の凝灰角

Ｌ値

図-3 L 値の頻度分布図（安山岩）全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-1 L 値の測定結果（安山岩，全3孔）

岩級区分

CH

測定データ数CM

するとばらつきが大きいが，これはデータ数が少なかっCLたことや基質と礫からなる不均一な岩であること，場所

D

16

80

124

13

によって固結度が異なっていたことなどが原因と考えらLave758.13389.43417.14346.31

れる．

最小値

Lmin

612

220

229

267

1000

最大値

Lmax

854

786

785

557

標準偏差

80.00

117.50112.65

88.13

変動係数

0.11

0.30

0.27

0.25

(2) 硬さ区分と L 値
図-4～5は硬軟区分ごとに L 値を整理したものである．
硬軟区分と L 値には明瞭な正の相関があり，エコーチッ

一軸圧縮強度（MN/m2）

平均値

y = 7.7515e0.0017x
R² = 0.202

100

10

1

プ試験は，ボーリングコアの強度変化を敏感にとらえら

0

200

400

Ｌ値

れていることがわかる．
一方で，単純な硬さで決まる硬軟区分ごとに整理して

600

800

図-6 L 値と一軸圧縮強度（凝灰角礫岩）

も L 値に多少のばらつきが生じている．これは，潜在亀面のめり込みや，測定点のズレなど測定方法にも原因があるものと考えられる．

平均値

硬軟区分

A
443.73B
392.34C

1000
一軸圧縮強度（MN/m2）

裂等の影響に加えて，同一点での繰返し測定による打撃

y = 0.1622e0.0092x
R² = 0.8861

100

10

1
0

275.00

200

400

D

Ｌ値

600

800

図-7 一軸圧縮強度と L 値（安山岩）

0 100 200 300 400 500 600 700 800 900 1000
L値
図-4 硬軟区分ごとの L 値（凝灰角礫岩）

４. まとめ
今回実施したエコーチップ試験結果から，①エコーチ
ップ試験は現地で簡易に測定でき，ボーリングコア（岩石試料）の強度変化を敏感にとらえること，②L 値と一762.50平均値

A762.73

硬軟区分

BC

452.75335.33D

軸圧縮強度には正の相関があることがわかった．これにより，エコーチップ試験は，ボーリングコア判定時に設定した岩級区分の強度ばらつきを定量的に評価でき，相関関係を求めることで L 値から物理・力学特性を推定できる可能性があると考える．
一方，留意点として，測定時にはボーリングコアの状
況から測定方法を十分検討する必要があることがわかっ

0 100 200 300 400 500 600 700 800 900 1000
L値
図-5 硬軟区分ごとの L 値（安山岩）た．
今後期待できることとして，①簡便かつ安価（多量の定量値を取得可能）な試験として活用されること，②Ｌ
値を介して岩石試験結果の確度が高まること，③定量的(3) 一軸圧縮強度との比較
凝灰角礫岩，安山岩ごとに整理した L 値と一軸圧縮試
験結果を図-6～7に示す．これらの図より，いずれの岩種
も L 値と一軸圧縮強度には，片対数上で指数近似としての正の相関があることがわかる．特に，安山岩は良好な相関関係を示す．一方で，凝灰角礫岩は，安山岩と比較指標として岩盤分類や岩盤構造物建設時の評価（に活用されること，などが考えられる．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO81】

針貫入試験を用いた風化区分の評価について
明治コンサルタント株式会社

1. はじめに

〇大場

悠希，鶴見

昌法

換算することができる．今回用いた携帯型針貫入試験機

岩盤における調査ボーリングではしばしば風化の程度

は長さ28cm 程度とコンパクトであり，簡易的に試験をの差を「弱風化～中風化～強風化」等と区分し評価する．

約 28cm

しかし，コア観察における風化区分は，コア鑑定者ごとの熟練度等の違いからしばしば判定が異なる場合がある．
風化の程度を区分する際の 1 つの目安として，Ｎ値や室貫入長さ L
荷重 P

内試験結果，速度検層結果を用いる場合もあるが，水平ボーリングではＮ値が得られない，室内試験は試料長さ行うことができることが特徴の1つである．
写真-4 針貫入試験器の十分確保できる各層の代表的な箇所にしか実施できないなどの理由により，風化区分をコア観察のみでおこな

4. 調査方法

う場合がある．
そこで，針貫入試験をコア全体 10cm 毎に行い強度の違いを求めることで，岩盤の風化区分の再評価を試みた．

①針貫入試験の実施
地盤工学会基準（JGS3432）に示されている方法に沿って，中風化・弱風化のコアに対し10cm 毎に試験

2. 本事例の条件を行い，針貫入勾配（Np）および換算一軸圧縮強度(1)地質（qu）を求めた．ただし，破壊できない室内岩石試験

本事例では，新第三紀中新世の砂岩礫岩互層を対象と試料箇所や一部土砂状に採取された箇所等は省いた．

し，岩質を砂岩・含礫砂岩・礫岩の 3 区分，風化の程度
を強風化・中風化・弱風化の 3 区分に分け評価した．

＜換算一軸圧縮強度の換算式＞
ｙ＝0.978ｘ+2.621

・・・式1

ここでｙ＝換算一軸圧縮強度
ｘ＝針貫入勾配(NP=貫入力(N))/貫入量(mm))②風化区分の再評価
写真-1 強風化部

針貫入試験より求めた換算一軸圧縮強度を整理し，コア判定による風化区分と比較した．

5. 結果と考察
写真-2 中風化部（左：砂岩部 右：礫岩部）(1)風化区分の再評価について
試験対象コア計32m 分に対して，風化区分，岩質区分と一軸圧縮強度値の比較を行った．

写真-3 弱風化部（左：砂岩部 右：礫岩部）
このうち，針貫入試験は送水掘削で短柱状～に採取された中風化・弱風化部に対して実施した．
(2)調査本数・掘削方向
距離の近い 2 つの岩体に対して水平ボーリングを 2 本（A-1，A-2）行っており，ボーリングの掘削方向と斜面の傾斜の関係より，中風化部を 2 回確認している．

図-1 地質断面のイメージ

3. 針貫入試験について
針貫入試験は，土・岩の貫入抵抗を測定するものである．試料に針を貫入したときの貫入長さ L とその時の荷重 P から針貫入勾配が得られ，そこから一軸圧縮強度を

図-2 コア観察時の風化区分と換算一軸圧縮強度

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-1 岩質・風化区分毎の圧縮強度平均（MN/m2）と試験数
砂岩
含礫砂岩
礫岩
合計
qu平均 試験数 qu平均 試験数 qu平均 試験数 qu平均 試験数
中風化①
12.2
65
9.7
24
9.6
20
11.2 109
弱風化
25.7
35
24.0
20
27.4
80
26.5 135
中風化②
17.6
5
8.0
2
11.1
2
14.0
9
全体

砂岩
含礫砂岩
礫岩
合計
qu平均 試験数 qu平均 試験数 qu平均 試験数 qu平均 試験数
中風化①
14.0
50
10.3
14
11.8
12
13.0
76
弱風化
31.7
15
29.2
7
31.9
21
31.4
43
中風化②
8.0
2
8.0
2
A-1

砂岩
含礫砂岩
礫岩
合計
A-2
qu平均 試験数 qu平均 試験数 qu平均 試験数 qu平均 試験数
中風化①
6.1
15
8.9
10
6.3
8
7.0
33
弱風化
21.2
20
21.3
13
25.8
59
24.2
92
中風化②
17.6
5
11.1
2
15.7
7

試験の結果，A-1 孔では掘進長 17.0ｍ，22.0～23.4ｍ
付近，A-2 孔では 17.0ｍ，21.0ｍ，27.0ｍ付近で換算一
軸圧縮強度の変化が確認された．このうち，A-2 孔の21.0ｍを除くの 4 つの変化点は，コア観察時の風化区分の境界と一致したことから，「コア観察の風化区分は概ね妥当であった」と判断した(図-2；参照)．また，集計結果によると，岩質に問わず中風化部と弱風化部で約10MN/m2 の強度の違いがみられた(表-1；参照)．
当初の風化区分の境界と換算一軸圧縮強度の変化の場
所がずれていた A-2 孔の掘進長 26.8～27.0ｍ区間については，針貫入試験結果をもとに微修正した（下記）．
(2)A-2 孔の弱風化～中風化②境界について
A-2 孔の 26～28ｍは，マトリックスや亀裂面に変化があまり見られず，風化の程度の違いがやや不明瞭であった．コア観察時は 26.85m の角礫状の亀裂をきっかけに
26.8ｍを弱風化～中風化②の境界としたが，針貫入試験の結果 27ｍと 27.1ｍに明瞭な強度の違いが確認されたことから，境界を 27.0ｍと修正し，評価した．

※室内試験試料のすぐ側でおこなった針貫入試験結果（換算一軸圧縮強度）を比較した．

図-4 一軸圧縮強度と換算一軸圧縮強度

図-5 一軸圧縮強度と
針貫入勾配

7. まとめ(1)風化区分の再評価について
今回の試みの題材とした堆積岩は非常に不均質だったが，針貫入試験結果を用いた再評価は非常に有効であるった．風化区分の確認だけでなく，違いを定量的に示すことができた．
ただし，試験箇所を細かくみていくと弱風化部と中風化部で強度が逆転してる箇所が多々見られた．これは針貫入試験が点による試験であることや，コア表層からしか試験位置を選択できず，内部の礫にまで配慮できない
こと等が理由と考えられる．そのため，針貫入試験を用いた岩の評価は，一点一点の結果ではなく多点の結果を整理し考えることが重要である 3）．
(2)換算一軸圧縮強度を用いる際の留意点
針貫入試験結果による換算一軸圧縮強度を数値として用いる際には，室内試験より得られる一軸圧縮強度と値が異なる場合があることに留意し，十分なキャリブレー
ションを行うことが必要である 2)．

8. おわりに本事例では針貫入試験による風化区分の再評価が非常に有効であった．しかし，岩種によっては新たな課題や傾向がみられることが考えられる．今回は新第三紀の堆積岩を対象としたが，今後様々な岩盤に対して試験を実施し，検証を行っていきたい．

図-3 Br-2 孔コア写真（26.5～27.5ｍ）

6. 換算一軸圧縮強度の留意点
本事例では換算一軸圧縮強度をもとに再評価をおこなったが，この換算一軸圧縮強度と別途行った室内試験で得られた一軸圧縮強度には離れが生じた(図-4；参照)．
換算一軸圧縮試験 qu と針貫入勾配 Np の関係について整理している文献はまだ少なく，本事例のように代表的な関係式と実測値が一致しない場合がある 1)ため，針貫入試験より求めた換算一軸圧縮強度を数値として用いる
際には十分なキャリブレーションをおこなうことが重要である 2)．

《引用・参考文献》
1) 宗村知明，北村晴夫（2009）：針貫入試験により一軸圧縮強度の推定例,全地連技術フォーラム2009論文
集,論文 No.59.
2) 地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工学会,pp.429-431
3) 山口嘉一，中村洋祐，中村真，箱石憲昭，山谷政彦，加藤康徳（2005）：針貫入試験によるダムの軟弱基礎の設計強度検討，応用地質第46巻第1号，pp2027

【9【CO82】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

岩屑なだれ堆積物の地山区分評価事例
サンコーコンサルタント株式会社〇田中

良樹、金森 潤1. はじめにトンネル切羽の安定性を評価する場合、一軸圧縮強度
や N 値による強度や固結度、岩質や亀裂状況などが重要な要素として扱われる。岩盤地山では、一軸圧縮強度やN 値による安定性評価は経験則が示されているため、よ10cm

く用いられている指標である。一方で、未固結の砂質地
山では物性値が良好であっても、砂層の流動化による切羽の不安定化が生じる可能性があり、地質の流動特性に

写真-2 当該地の岩屑なだれ堆積物のコア試料ついても事前に把握しておくことが必要である。本論では、岩屑なだれ堆積物により構成された土砂地山において、トンネル地山の流動性評価を行った事例を紹介する。

3. 地山分類
当該地の岩屑なだれ堆積物は容易に土砂化・流動化し崩壊するが、その一方で、N 値や孔内水平載荷試験で得2. トンネル地山の岩屑なだれ堆積物についてられた変形係数は軟岩程度の高い値を示した(図-1)。

トンネル地山は、標高600～700m の緩やかな丘陵地である。地質は、第四紀前期更新世の礫岩・シルト岩を基盤岩とし、丘陵地の高標高部では中期更新世の岩屑なだ
れ堆積物が厚く基盤岩を被覆して分布している。
当該地の岩屑なだれ堆積物は、火山体の大規模な山体崩壊によって生じた雪崩状の土砂流動現象による堆積物である。火山体を構成していた源岩である玄武岩・安山
岩角礫の岩塊相と、それらが破砕された細粒の基質、その他、流下時に巻き込んだ表土や基盤岩由来の物質を含

当該地の岩屑
なだれ堆積物
青は上部層、
緑は下部層

む雑多な層相で特徴づけられる。露頭やボーリングコア
試料では、φ2～5cm の安山岩・玄武岩の角礫と中～粗粒
砂の粒径不均質な礫混じり砂～砂礫状として確認される（写真-1、写真-2）。本層は、ボーリングコアにおいては棒状コアとして採取されることが多く、一見すると礫岩状に見えるが、指圧で容易に崩壊し、加水によって砂分が流動化し土砂状に崩壊するという脆弱さをもつ。

図-1 N 値と変形係数 E の関係図1),2)
N 値や変形係数からは軟岩相当の評価ができるが、露頭・コアの層相は未固結の土砂である。この相反する特性を示す地山地質を評価するために、調査結果の整理と追加の検証を実施した。
(1) 掘削時のケーシング管の挿入状況
これまでに実施したボーリング調査では、掘削時に孔壁の崩壊が著しいことから、ケーシング管の挿入による孔壁保護を行っている。ボーリング孔壁が崩壊する状況
がトンネル計画天端・断面の深度まで続いたことより、
写真-1 露頭における当該地の岩屑なだれ堆積物

トンネル計画断面深度まで地山地質は崩壊しやすいと推測された

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(2) 地山弾性波速度より低い。④浸水崩壊度試験によって加水後直ちに崩壊

ト ン ネ ル 区 間 の 弾 性 波 速 度 は 、 坑 口 部 で は 0.6 ～する。

1.1km/s、一般部では0.9～1.3km/s であった。低固結な地質や強風化を被った岩盤、崖錐や含水砂礫等の未固結な以上のことから、当該トンネル地山地質を構成する岩地層の速度に相当し、当該地の露頭やコア試料で確認さ屑なだれ堆積物は、地下水流動や掘削による応力解放にれた地質状況と整合する。

より流砂現象を引き起こす可能性があり、施工中の切羽(3) 粒度試験結果による地山流動性の評価の崩壊やトンネル天端の肌落ち、落盤が懸念される。そボーリングコア試料の粒度試験によって得られた均等のため、一般的な物性値で評価する地山分類よりも安全係数 Uc および細粒分含有率 Fc を用いて、地山流動性の側の評価を行うことが、施工中のトラブルを避けるうえ評価を行った。均等係数 Uc は式-1より求められる。

でも望ましいと発注者に提案した。

Uc=D60/D10

・・・式-1

ここで、D60 : 通過百分率60%に相当する粒径

D10 : 通過百分率10%に相当する粒径
細粒分含有率 Fc は粒度試験における砂以下の粒子の含有率を意味する。
評価にあたっては、トンネル標準示方書山岳工法編・
同解説(2016)3)で示される既往調査・研究で検討された
地山流動性の評価指標から、最も安全側での評価となる
均等係数 Uc≦6%と細粒分含有率 Fc≦10%を採用した。検討の結果、当該トンネル地山地質の均等係数 Uc は6.3～
18.7%（平均12.3%）で、全ての試料で流動化を示す指標
である6%を上回るものの、6%に近い値を示すものがあった。一方、細粒分含有率 Fc は4.2～16.0%（平均8.6%）で、ほとんどの試料で流動化を示す指標である10%を下回り、トンネル地山の流動化の可能性が推測された。
(4) 浸水崩壊度試験
固結した岩屑なだれ堆積物の加水時の挙動の評価することを目的とし、岩石の浸水崩壊度試験(NEXCO 試験法
722)を実施した。本試験は NEXCO で基準化された試験法

写真-3 浸水崩壊度試験の試験状況

であり、風乾させた試料へ加水した後に、試料の状態の経時変化を観察し、A～D の4段階に区分を行うものであ

４. まとめる。ボーリング調査で得られた固結した棒状コアの一部

本事例の岩屑なだれ堆積物は、ボーリングコア試料がを用いて試験を行った結果、加水後直ちに試料は原型を半固結～固結した棒状コアで採取されることが多く、N保たないほど崩壊し土砂状を呈し、最も崩壊しやすい D

値や変形係数も高い値を示した。そのため、施工の安定評価であった(写真-3)。このことから、地山の流動化す性に適切な地質評価を行うために、弾性波速度や粒度試る可能性が高いと考えられた。

験結果といった定量的な指標の整理を行うとともに、ケ(5) 地山の地下水分布ーシング管の挿入状況や浸水崩壊度試験など定性的な評

地山の地下水位は、ボーリング調査時の水位および地下水観測孔水位から、概ねトンネル計画高さ付近に存在価を加えて、総合的にトンネル地山地質の特性を「土砂地山」として評価した。

することが認められた。そのため、切羽からの湧水が想定され、地質の流砂化に伴う切羽・天端の崩壊が懸念された。

《引用・参考文献》
1) 地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工

N 値や変形係数で高い値を示す当該地の岩屑なだれ堆積物であるが、以下の特性を示した。

学会、pp.687.
2) 土屋尚、豊岡義則（1980）:SPT の値とプレシオメー①ボーリング掘削時にはトンネル計画高さ付近までケータの測定値(Pf、Ep)の関係について、サウンディング

シング管による孔壁保護が必要なほど、孔壁が自立しな

シンポジウム、土質工学会、pp.101-108.

い地質である。②トンネル区間の弾性波速度が未固結な地質に相当する。③細粒分含有率が流動化を示す指標値

3) トンネル標準示方書山岳工法編・同解説（2016）:公益社団法人土木学会、pp44.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO83】

ボーリング調査と既存資料を用いた破砕帯分布範囲の推定例
株式会社

ＫＧＳ

〇柳澤

拓哉、大野

克己

1. はじめに
地盤調査時において、限られたボーリング地点数で、地盤状況を把握する必要がある場合、ボーリング調査で得たデータの他に、現地踏査や地形図の情報が、地盤状況を把握するのに有効なことがある。

破砕帯(1.85～5.80m)

今回は、ボーリング調査で確認した破砕帯の分布範囲を現地踏査や地形図で推定した方法について紹介する。

2. ボーリング調査（1） 調査概要
東海地方の砂防堰堤計画地において、堰堤の設計に必要な資料を得るためにボーリングによる地盤調査を行った。

写-1 ボーリング No.5コア写真

調査地点は、本堤中央 No.5、右岸 No.6、左岸 No.7と、下流の副堤中央 No.8である。
図-1に調査地点を示す。

図-2 ボーリング No.5柱状図

3. 破砕帯分布範囲推定のためのデータ収集
堰堤計画箇所において、1箇所で破砕帯を確認したことから、地質断面図を作成する上で堰堤基礎部における破砕帯の分布範囲を推定する必要があった。今回、表-1に示す6つの点に着目して破砕帯分布範囲の推定を行った。
表-1 破砕帯推定のための着目点
着目点①

図-1 ボーリング調査位置図(2) 調査結果②

調査地には、基盤岩として三波川帯の泥質片岩が分布し、一部に砂質片岩を挟んでいる。

③

基盤岩の上位には、表土を含む崖錐堆積物や、河床堆積物が分布する。

④

ボーリングの結果から、堰堤中央の No.5の GL-1.85～
5.80m 間にて破砕帯を確認し、他の No.6～8地点では破砕帯は確認されなかった。
写-1に No.5のコア写真、図-2に柱状図を示す。

調査結果

・4箇所のボーリング調査の結果、破砕帯を確認した
ボーリングのはNo.5のみ。
調査
・No.6～8では破砕帯は見られず。
・現地踏査の結果、No.5付近の河川側面、谷の両岸
No.6と7付近、下流No.8付近の露岩部で、未破砕の岩
露岩箇所
盤の分布を確認。
・破砕された岩盤の分布は本堰堤周辺では確認されず。
・現地踏査の結果、調査地上流に滑落崖の一部が直線
滑落崖状の崩壊地が分布。
・崩壊地の下方には崩土が堆積。
・地形図を読み取った結果、調査地下流側の対岸に、等高線、地形 特徴的な直線状の谷が分布。
・現地においても直線状の細い谷を確認。

⑤

片理面の
走向傾斜

・現地踏査の結果、片理面の走向傾斜は場所によって変化するが、大局的にはN75°E80°N程度。

⑥

破砕帯と
片理面の
走向関係

・片理面と同じ方向の破砕帯を近傍の他堰堤にて確認。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4.

破砕帯分布範囲の推定結果
6-5-7 横断図

表-1の着目点をもとに破砕帯の分布範囲を推定した。
表-2に推定手順を示す。
表-2 破砕帯分布範囲の推定手順
内容
手順1

未破砕の岩盤が河川側面、谷の両岸と下流側に広く分布していることから、破砕帯の規模は小さく、かつ河川と平行な方向に分布していると推定。

手順2⑥から、破砕帯の方向は片理面と類似する方向と想定し、⑤片理面の走向傾斜とボーリングコアから、破砕帯の方向と角度を推定。

手順3③滑落崖と④直線状の谷は、破砕帯により形成されたと考え、それらの位置関係とボーリングNo.5の位置から、破砕帯が分布する方向を推定。

手順4

手順1～3を踏まえて図面上に破砕帯の位置、幅を示した。

8-5 縦断図

破砕帯※①～⑥は、表-1の①～⑥に対応する。

図-3に、①～⑤の着目点について表示した(⑥は図の外にある)。

図-4 推定地質断面図③、④は破砕帯に起因すると考えられる地形の箇所で、これらの箇所と破砕帯が確認されたボーリング No.5を結んだ方向に破砕帯が分布すると想定した（青色の線の破砕帯推定ライン）。

5. まとめ
破砕帯の分布範囲を推定するのに必要な点は、以下の(1)～(3)であり、事前に習得しておくべき知識と現場にこの破砕帯推定ラインは、泥質片岩の片理の方向と同おける判断が必要となる。

じような方向である。
(1) ボーリングコアを詳細に観察して、破砕帯と判断④

する。
(2) 破砕帯が調査地に分布しているという視点で、現地踏査を行い、破砕帯によると考えられる地形（直線状の谷や滑落崖等）に着目する。
(3) 露頭の有無や分布する岩盤の硬軟、走向傾斜等を詳細に観察する。
②⑤

本調査では「ボーリング調査結果」、「地形図」、現地踏査結果の「露岩データ」「露岩箇所の片理面の走向傾斜の記録」「滑落崖の記録」などから、ボーリング調査で確認した破砕帯がどのように分布しているか推定した。
地質的問題点を総合的に判断するには、破砕帯の形成過程や、破砕帯等に起因する地形等の情報や知識を持つ必要がある。また、技術者としての知識量や現場での着①目点の幅広さの他、経験的要素が必要であると実感した。
私自身は、ボーリングコアの観察による破砕帯らしき
脆弱な岩盤の確認までを行ったが、破砕帯（コア）の判定や、地形図等による破砕帯の分布の推定は地質技術者③

図-3 破砕帯推定ライン明示図の手を借りつつ行った。
今回は、地質断面図の作成にあたり、地形等の情報を活用して堰堤基礎部の破砕帯の分布範囲を推定したが、この結果をもとに、図-4 計画堰堤の推定地質断面図
へ破砕帯を記載した。

今後も、これらの知識の習得と活用（破砕帯の認定等）
や適切な判断（破砕帯分布域推定のための適切な情報収集）を行えるように自己研鑽に努める。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO84】

マルチスペクトルカメラを用いたダム基礎掘削面における岩盤評価の検討事例
川崎地質株式会社
西松建設株式会社

1. はじめに

黒田

〇窪島
卓也，白武

光志，榊原

信夫，

知浩，水野

直希

植物の生育状況などを把握するために活用されている

近年，ハイパースペクトルカメラの普及により，トン

UAV（DJI 社制）と，その UAV に搭載可能な5バンドのネル切羽では地山評価等の自動化が試みられている 1）．

画像（RGB および，Red-Edge，NIR）を同時撮影できる

一方，屋外現場での適用事例は少ない．その理由は，気マルチスペクトルカメラ（MicaSense 社制）を，使用機器

象条件等によって光源である日光の照射状況が変化するとして選定した（図-2）．解析ソフトも，汎用性の高い画ため，物質表面の反射強度がばらつくためである．

像解析ソフトである PIX4Dmapper（Pix4D 社製）を使用

上記を踏まえ，筆者らは，ダムの基礎掘削岩盤の評価した．

を効率的かつ定量的に行うべく，その検討手法の開発を進めている 2）．本稿では，その一環として，UAV とマル
チスペクトルカメラを用いて，ダムの基礎掘削面における岩級評価を検証した事例を報告する．

2. 検討対象
検討対象は，宮城県名取市における治水ダムとして，
現在建設が進められている重力式コンクリートダムの川図-2 使用した UAV とマルチスペクトルカメラ

内沢ダムの基礎岩盤である．本ダムサイトでは，主に新第三紀 前期中新世 高館層の安山岩部層が分布する3）．

(2) マルチスペクトルデータとその解析方法

本地層の特徴は，その大部分が堅硬な塊状岩盤をなす一ダム基礎掘削工事での撮影・解析に先立ち，転流工お方，一部で潜在割れ目の発達した自破砕状部の存在等がよびトレンチ掘削箇所で，事前検証を実施した．事前検挙げられる（図-1）．

証では，地質技術者による評価結果と相関性のある周波数帯や，反射強度比を検証した．
その結果，本ダムサイトに分布する岩盤のスペクトルパターンは，CL 級と CM 級以上の岩盤で傾向が異なる
塊状部

ことを確認した（図-3）2）

自破砕部

図-1 安山岩の塊状部と自破砕部
図-3 各岩級のスペクトルパターン2)

2. 検討手法(1) 手法の開発条件
本検討の手法開発にあたっては，
下記の3条件を満足する必要があった．
①

ダムサイト（広範囲の岩盤）における迅速な調査②

正確なオルソ画像データの取得③

高い汎用性と経済性

上記した3条件を満たすため，本検討では，農業分野で岩石や鉱物の可視光領域における反射強度の違いについては，リモートセンシングの分野で古くから研究されており，Red（650nm）/Blue（450nm）や Red（650nm）/Green（550nm）の反射強度比は，鉄鉱物の抽出に用いられている4）．
本ダムサイトでも，反射強度比の分布と，地質の専門
技術者が岩級区分した結果を比較検証した結果，Red（650nm）/Green（550nm）の反射強度比が最も整合する

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
ことが確認できた．また，Red（650nm）/Green

今後の課題としては，前述した検討結果③に対する補（550nm）の反射強度比が1.3を境界として，CL 級と CM
2）級以上の岩級に区分できることも確認した （図-4）．

正方法の検討と，褐色酸化色を呈する高岩級部および、安山岩部（自破砕状部）における評価手法の検討が挙げられる．自破砕状部については，粘土鉱物を多く含む岩
盤が他の岩盤よりも，湿潤状態を相対的に長期間維持することを踏まえ，マルチスペクトル空撮の定期実施による反射強度の差分解析等を実施する計画である．それを基に，褐色酸化色を呈さない低岩級部の抽出を試みる．
N

5m

N
20m
N

図-4 トレンチにおける比較検討結果（左上：RGB オルソ画像，右上：Red/Green の反射強度
比スペクトルカラーマップ，下中央：地質技術者による
岩級区分図）2)

3. 検討結果

20m

前述した指標を基に，本ダムサイト右岸部における基礎掘削法面の岩級評価への適用を試みた．その結果を図-5および以下に示す．
①②

日々，気象条件が異なる屋外現場において，

ペクトルカラーマップ）

Red/Green の反射強度比を用いることで，褐色酸《引用・参考文献》化に起因した岩級低下部（CL 級岩盤以下）と，

1) 株式会社 安藤ハザマ：マルチスペクトル画像を利活用した

CM 級以上の岩盤を概ね区分することができた．

地質状況自動評価システムの構築，(最終閲覧2024/06/01).

①の結果は，岩級区分における三要素区分（硬さ，https://mapps.gsi.go.jp/maplibSearch.do#1.

割れ目の分布，割れ目の状態）のうち，割れ目の2)③

図-5 本ダムサイト右岸部における検討結果（上：RGB オルソ画像，下：Red/Green の反射強度比ス2) 小野雄司ほか（2023）：川内沢ダムの堤体基礎掘削時におけ状態を区分する指標にも適用できる ．

る定量的な岩盤評価手法の適用，令和５年度 ダム工学会 研

法面下部では，前日までの降雨（降雪）の影響を

究発表会 論文集

受け，Red/Green の反射強度比が著しく低下する箇所も認められた（図-5）．

3) 生出慶司，藤田至則（1975）：岩沼地域の地質,地域地質研究
報告,5万分の1図幅,秋田(6)第108号(最終閲覧2024/06/01）.
4) 井上大榮，Lyon Ronald J, P.（1984）：リモートセンシング

4. 今後の課題

による地熱変質帯の抽出,応用地質学25-4，pp.158-170.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO85】

井戸ボーリングのカッティングス試料と物理量測定による地質区分
株式会社レアックス

1. はじめに〇越前賢哉，大山朝之，向井和行，加藤欣也

さ(M)の比である(M=χH，χ:帯磁率)．一般に，苦鉄質の大口径の井戸ボーリングでは，掘削に伴い排出される

火山岩・深成岩で 10-3～10-1SI 程度と大きく，堆積物・カッティングスの観察と，ボーリング孔で実施された各堆積岩では 10-3SI 以下と小さい．測定は，テラプラス社

種検層結果等から地質の特徴を判定することになる．さ製の携帯型帯磁率計 KT-10 をペネ試料瓶に納められたらに，帯磁率や自然ガンマ線などの簡便に測定できる物

状態のカッティングス試料に接触させることにより行っ

理量は，地質区分に有効であることが知られている．

た．

本稿は沖積平野(石狩平野)で行われた深度 203m の大(4) 電気検層

口径ノンコア土質ボーリング 1)において，高頻度のカッ

測定は電極間隔 50 ㎝のノルマル検層で行った．ケー

ティングス観察と物理量の測定から，地質区分を検討しシングプログラムの関係から，測定は深度 0～28m と，深た事例である．

度 30～203m の 2 回に分けて実施した．

2. 調査地の概要

4. 層序区分

調査地は石狩低地帯北部に広がる石狩湾岸低地 2)の南

カッティングス試料の観察と各種測定結果の特徴から側に位置する．豊平川から約 3 ㎞，石狩川の本流から約層序を区分し，下位から U1～U5 に区分した(図-2)．な

8.5 ㎞，石狩湾からは約 13 ㎞の距離に位置する(図-1)．

お，最上位の深度 3～0m は埋め土であり，層序区分には

地形的には札幌市街の南から北に向かって発達する豊含めていない．

平川扇状地の北方に広がる氾濫平野に位置する．調査地

U1 層(深度 200～160m)：細粒分を含む砂質土で構成さの地盤標高は約 10m で，周辺はほぼ平たん面からなる市

れる．帯磁率にみられる明瞭なコントラストから，下部

街地が広がる．

の 1-L 部層と上部の 1-U 部層に区分できる．
1-L 部層(深度 200～180m)：上位層に比べてやや粗粒で，粗砂～細礫をわずかに含む．また，帯磁率が相対的に大きく，自然ガンマ線の増減が相対的に大きい．
1-U 部層(深度 180～160m)：微細砂～細砂を主体とし，相対的に均質である．相対的に帯磁率が小さく，自然ガ
ンマ線の増減が小さい．
U2 層(深度 160～110m)：全体に砂質シルトが優勢で，一部に均質な粘土やシルト質砂が挟在する．最上部や深度 132～131m には貝化石片がみられる．また，深度 125m
付近では有機質，あるいは繊維質の有機物を含む．帯磁率は深度方向にばらつきが大きい．自然ガンマ線はおお

図-1 調査地周辺の地形 3)

3. 調査方法(1) 試料採取

むね 50CPS 前後を推移するが，有機質な箇所で急減する．
比抵抗値は全体に小さい．
U3 層(深度 110～50m)：一部に粘性土が挟在するが，カッティングス試料は，掘削泥水の循環に伴い地上に全体に砂相が優勢で，帯磁率は浅部に向かい増大する傾上がってくるものをマッドスクリーンで受けて，深度ご向がみられる．深度 75m 付近で自然ガンマ線に明瞭なコとに採取した．
採取頻度は 1m 掘進ごとに 1 試料とした．

ントラストが認められ，下部を 3-L 部層，上部を 3-U 部(2) 自然ガンマ線
自然ガンマ線は，地層中に存在するカリウム，ウラニ
ウム，トリウム等の放射性同位体元素の壊変の際に発する電磁波である．天然放射性元素の存在量は，岩石の種類によって異なり，自然ガンマ線検層は，地層の判別・破砕帯の検知などに用いられる．測定は，マウントソプ
リス社製の QL40-GR を用いて井戸内を検層した．

層に区分した．
3-L 部層(深度 110～76m)：砂相は微細砂～粗砂まで多様な層相を示す．最下部 1m では貝化石片が多く混じる．
上位層に比べて有機質土や有機物の混入が少ない．深度100m 付近の帯磁率が相対的に大きい箇所には，火山岩類の細礫が混じる．深度 90m 以深は比抵抗値が相対的に大きい．
3-U 部層(深度 76～50m)：砂相は微細砂～中砂で構成(3) 帯磁率
帯磁率は，
与えた磁場の強さ(H)に対する誘導磁化の強される．
下位層に比べて有機質土や有機物の混入が多く，

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
深度 64～60m に有機質な粘性土が挟在する．下位層に比り，含まれる火山灰はそれらの可能性がある．さらに，

べて自然ガンマ線が小さい．

嵯峨山ほか(2018)5)の Unit-Ⅱの下部は上部更新統に，上U4 層(深度 50～17m)：深度 38m 以深は礫を含む砂相を，部は完新統としている．本地点の 4-U 部層で，特に自然

以浅は砂礫相を主体とする．帯磁率が相対的に大きく，ガンマ線が小さい最上部(深度 22～17m)は，豊平川扇状

比抵抗値も大きい．深度 31m 付近で自然ガンマ線に明瞭地の札幌面 6)から連続する完新統の可能性がある．

なコントラストが認められ，下部を 4-L 部層，上部を 4U 部層に区分した．

上記の対比と嵯峨山ほか(2007)7)を参考に，本地点の地質を区分した(表-1)．層序の特徴と対比から U1 と U2

4-L 部層(深度 50～31m)：砂相は細粒分を含む細砂か層は下野幌層相当層に，U3 層はもみじ台層相当層に，U4ら礫を多く含む粗砂まで多様な層相を示す．一部に砂質層は札幌扇状地堆積物相当層に，U5 層は完新統に対比さ

シルトや砂礫が挟在し，最上部は火山灰質である．上位れると推定した．

層に比べて自然ガンマ線が大きな値を示す．
4-U 部層(深度 31～17m)：砂礫相を主体とし，砂・粘土が挟在する．下位層に比べて自然ガンマ線が小さい．
U5 層(深度 17～3m)：細砂を主体とし，砂質シルトが挟在する．帯磁率が相対的に大きく，自然ガンマ線・比
抵抗値が小さい．

表-1 地質区分
嵯峨山ほか(2007)7)
完新統
HU-9
完新世
HU-8
札幌扇状地
堆積物相当層 HU-7
後期
もみじ台層
HU-5
相当層
更新世
HU-2
中期
下野幌層
？
相当層
HU-1
前期
地質時代

U5
U4
U3
U2
U1

本稿
5
―
4-U
←火山灰
4-L
3-U
―
3-L
2
←泥炭
1-U
―
1-L
―

6. おわりに
井戸ボーリングでは，得られるカッティングス試料の観察や電気検層によって，地層や帯水層構造の概要を把握できる．詳細な地質区分は，花粉や珪藻分析などの堆積環境の検討や年代測定などが有効であるが，帯磁率や自然ガンマ線などの現地調査レベルの簡便な物理量の測定も，地質区分の一助となることが期待できる．
《引用・参考文献》
1) 大山朝之・喜多淳滋・加藤欣也(2019)：ノンコア土質
ボーリングでのカッティングスと電気検層結果による地層の判定事例，全地連「技術フォーラム2019」岡山，No.2019_44.
2) 尾崎正紀・小松原琢(2014)：石狩低地帯及び周辺地域の20 万分の1 陸域地質図及び説明書,海陸シームレ
ス地質情報集，石狩低地帯南部沿岸域，海陸シームレ
ス地質図 S-4，28p.
図-2 カッティングス試料観察による柱状図と各種測定結果

5. 石狩湾岸低地の地下地質との対比と地層区分
4)

赤松・松下(1984) では標高-125～-95m 付近で，前～3) 基盤地図情報(より編集・追記)，（ダウンロード日2024
年5月10日）.
https://fgd.gsi.go.jp/download/menu.php

中期更新世の下野幌層相当層とされている層準の中間に

4) 赤松守雄・松下勝秀(1984)：石狩平野西部地下におけ

泥炭層の挟在が示されている．本地点では深度 125m(≒

る更新 等の 貝 化石 群と 層序 区 分 , 第四紀 研究 ,23,

標高-115m)に有機質土あるいは有機物が多く混入しており，また，自然ガンマ線が急減している本層が上記の泥炭層と連続する可能性がある．
嵯峨山ほか(2018)5)は，本地点より北に約 1km 離れた地点のボーリングコアで，深度 41～21m に分布する礫主

pp.183-195.
5) 嵯峨山積・佐藤昭・井島行夫・岡村聡(2018)：北海道
札幌市東区のボーリングコアにおける上部更新統～
完新統の堆積環境と層序,総合地質,2(1),pp.1-11.
6) 藤木忠美(1974)：北海道主部における最終氷期の河川地形変動,第四紀研究, 12, pp.211-221.

体層中(Unit-Ⅱ)に挟在する火山灰を洞爺火山灰や支笏

7) 嵯峨山積・五十嵐八重子・近藤務・鎌田耕太郎・吉田

火山灰の再堆積と推定し，その下位を海洋酸素同位体ス

充夫・地徳力・外崎徳二・工藤千春・岡村聡・加藤誠

テージ(MIS)5d～5e 期に，上部を MIS2～3 期に相当する(2007)：札幌市域における 150m 掘削コアの第四系層としている．本地点では 4-L 部層最上部が火山灰質であ序.地質学雑誌,113(8),pp.391-405.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO86】

地質調査の DX 推進に向けた QGIS の活用(株)藤井基礎設計事務所

1. はじめに
近年、建設業界ではデジタルトランスフォーメーショ

佐藤成修

調査に使用した平面図である。道路計画は３案あり、一番適当な案を現地踏査から選定した。

ン（DX）の推進が急務とされている。DX は業務の効率

林間部での道路基礎調査では、図-2のように木々が生化やコスト削減を可能にし、競争力を高める重要な手段

い茂り見通しがほとんどない状態で調査を行う必要があである。

った。図面内で現在位置がわかることで踏査がより円滑

建設業界の DX は 3D モデル、点群、UAV 撮影など、
日々新技術が進歩している。しかし、地質調査の分野でに進むのではないかと考え、QField を利用しルートマッ
プの作成を行った。

は、効率を向上させるという点での進展が乏しい状況である。
従来の地質調査は、多くの場合紙の図面や手作業に依存していた。これにより、情報の共有や管理に多くの手間と時間がかかり、効率性に欠けていた。現場でデータを収集する際、例えば見通しの悪い場所では、紙の図面を用いた位置情報の正確な取得が難しく、その結果、誤差やデータの不整合が生じることが多くあった。こうした非効率性を解消し、より正確で迅速な地質調査を実現するためには、デジタル技術の導入が不可欠である。
本発表では、地質調査における現状と課題を概観し、GIS ソフトウェアである QGIS の活用を提案する。

図-1 道路計画案平面図

QGIS は、地理空間データの表示、編集、解析を可能にするオープンソースの GIS ソフトウェアであり、地質調
査データの効率的な管理と解析に役立つ。さらに、QGISのモバイル版アプリである「QField」を使用することで、現場での位置情報の取得と整理が容易になる。具体例を示しながら、QGIS と QField を用いた地質調査の効率化の方法について詳述し、最後に今後の課題と展望について考察する。

2. QGIS について
QGIS(Quantum GIS)とはオープンソースの GIS ソフトのことで、地理空間データの表示、編集、解析を可能にする。QGIS は有志による開発が進んでおり、多様なプラ
グインをサポートしており、ユーザーはさまざまな機能を追加してカスタマイズすることができる。この柔軟性により、地質調査データの効率的な管理と解析が可能になる。

3. モバイルアプリ「QField」の活用
QGIS を用いた効率化の方法として、調査データを地理情報として一元管理し、必要な情報を簡単に検索・表示できる。QField は QGIS のデータを手元のスマートフォンで表示することを可能にする。スマートフォンの GPSと連動させることで QGIS の情報を現場で利用できるようになる。
図-1 の計画案平面図は、QGIS で作成した道路の基礎

図-2 調査地内の写真
位置の目安になる地物が近くにない
CAD 図面、地形図データ(dem,基盤図等)を QGIS に取り込む。現地踏査に必要な地物情報の整理を行う。取り込
んだデータを、スマートフォンないしタブレット端末に転送する。QField(図-3)は、QGIS のデータをインポート
して利用でき、現地でも GIS データを閲覧することが可能である。
調査員は現地で QField を起動し、GPS を利用して自分の現在位置をリアルタイムで確認する。見通しが悪い場
所や地物が少ない場所でも、デバイスの画面上で現在位

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
置が道路計画の線形上にあるかどうかを容易に確認でき

QGIS は成形用に html を定義することで、できることのる。これにより、地図と照らし合わせる手間が省け、調幅が広がる。

査の効率が大幅に向上する。

CSV ファイル内に画像ファイルのファイルパスを入れたセルを追加する。QGIS 内に落とした写真のポイントにカーソルを合わせることで、図-4 のように、露頭名、写第2案

真、露頭の状態についてのコメントが表示されるようになる。
写真の画像データ、露頭情報の文字データと違う形式のデータを一括で表示することが可能となる。毎度欲しい情報を各フォルダから探すことなく、QGIS 内でマウス

第3案
現在地

カーソルを合わせることで、必要な情報が瞬時に表示される。
他には、ボーリングの柱状図、コア写真も同じ方法で表示することができた。
QGIS 内に情報を集約することで、詳細な解析や報告書作成に活用することも容易である。このように、QGISと、QField の活用により、道路の基礎調査は従来よりも正確かつ効率的に行えるようになった。

図-3 スマートフォン用アプリ「QField」(画面上が北方向)
現在地は第三案付近であると表示される

図-4 QGIS 内での露頭写真表示
左上赤丸の写真ポイントにマウスカーソルを

4. 現地踏査後の情報整理

合わせることで表示

従来の現地踏査後の情報整理は、紙の平面図に記入した、露頭のポイントを CAD で記載し、写真整理、露頭記

5. おわりに載の文章をまとめており、かなりの時間を要した。まQGIS とその関連ツールを活用することで、地質調査のた、それらの情報が、ばらばらにフォルダに分類されて手法の改善と効率化が図れた。情報の集約と管理、現場いるため、探すのだけで苦労する。QGIS ではデータの所での位置情報の整理、情報の視覚化を通じて、現行の問在をデータフィールドに記入し、それを地図上に表示で題を解決し、作業の効率を大幅に向上させることが可能

きるので情報処理の幅が広がる。

である。しかし、技術の進展とともに新たな課題も生じ露頭の写真をスマートフォンで撮影することで、画像るため、継続的な改善と適応が必要である。

ファイルは座標データを持つ。画像ファイルから位置情

こうしたデジタル技術の応用により、最も重要な地質報を含むデータを抽出し、CSV 形式で写真番号、座標、観察に多くの時間を取ることができるようになり、より露頭の状態等必要な情報をまとめる。CSV ファイルを、質の高い地質調査が可能になることを期待している。

QGIS に取り込むことで、撮影したポイントに点が落とせる。
従来の情報整理の方法がデジタル化されただけだが、

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO87】

山岳トンネル切羽の岩盤判定に AI を用いた検証事例
ＵＩＣコンサルタント株式会社
国土交通省

1．はじめに

中国地方整備局〇岡谷実冶子，鬼村雅和

五大開発株式会社

荒木光一

山陰西部国道事務所

重谷隆太

3．岩盤判定に用いるプログラムの作成

山岳トンネル工事では，トンネル掘削時に切羽の地質状況を評価するために切羽観察を実施している．この切岩盤判定は，
切羽を構成する岩石名と8つの観察項目を判定するため，以下の計9つの AI を作成した．

羽観察は，切羽近傍で技術者が目視で確認する事が中心

なお，教師データにはなく，AI にとって未知となる情であり，その精度，定量化や安全性が観察時の課題とな報に対しては『判定不能』とし，判定を地質技術者へ促っている．近年は建設 DX の推進や安全性を解決するた

す結果を出すようにプログラムを構築した．

め，遠隔臨場で切羽観察を実施する取り組みが行われている．しかし，遠隔臨場で行う場合，ディスプレイに映る画像で岩盤を判定するため，現地で直接切羽を確認す
るよりも情報量が減り，誤認識等から過大・過小施工が生じてしまう可能性がある．
そこで，本稿では遠隔臨場により低下した判定者に対する情報量を補完するために，切羽写真と切羽観察デー
タシートを用いた岩盤判定 AI 技術の有効性を検証する．

2．学習データセット（教師データ）の作成
今回の学習ならびに判定には，トンネル施工者から日々提出される切羽記録写真を用いた．
岩盤判定は左肩・中央・右肩の箇所毎に判定するため，岩盤判定 AI も同様〇作成した岩盤判定 AI
A．圧縮強度判定 AI

B．風化変質判定 AI

C．割目間隔判定 AI

D．割目状態判定 AI

E．走向傾斜判定（走向がトンネル軸と直角）AI
F．走向傾斜判定（走向がトンネル軸と平行）AI
G．湧水量判定 AI

H．劣化判定 AI I．岩石名判定 AI

4．AI による岩盤判定検証
今回の岩盤判定 AI による検証は，山口県の山陰道におけるトンネル施工現場にて，支保パターン変化時に行う岩盤判定（第2～4回）で実施した．
（1） 第 2 回岩盤判定における検証結果（坑口から 140m）に画像を分割して行った（図-1）．ただし，分割した画像

図-3に切羽写真を示す．表-1より，岩盤判定 AI の加

サイズでは AI で扱うには大きく，また，この分割だけで重平均点は，
現場にいた技術者の平均値と約1点の差であは学習データ数としては少ないため，左肩・中央・右肩

る．各観察項目は，現場にいた技術者と半分以上一致しに分割した画像をさらに分割した画像（以降，分割画像

た．岩石名の判定結果は凝灰岩であり実際の岩種と一致と呼ぶ）で岩盤判定を行った．また，学習データとしてした．

用いる分割画像を増加させるため，左肩・中央・右肩の各画像を，図-2のように分割画像の範囲を示すウィンド
ウをスライドし重複させながら分割画像を作成した1）．

図-3 坑口から140m の切羽写真
図-1 左肩・中央・右肩への分割

表-1 技術者と岩盤判定 AI の評価点比較（第 2 回）
A

判定者
技術者1
(国土交通省)

技術者2(国土交通省)

技術者3(国土交通省)

技術者4(施工業者)
技術者5(施工業者)

図-2 分割画像を作成するウィンドウとスライド
岩盤判定AI

B

C

D

H,I

圧縮強度 風化変質 割目間隔 割目状態 湧水劣化

評価
点計

加重
平均点

右肩

18

13

11

14

0

56

中央

12

7

6

7

0

32

左肩

12

7

6

7

0

32

右肩

12

7

6

7

0

32

中央

12

7

6

7

0

32

左肩

12

7

6

7

0

32

右肩

24

7

6

7

0

44

中央

18

7

6

7

0

38

左肩

18

7

6

7

0

38

右肩

18

7

6

7

1

39

中央

18

7

6

7

1

39

左肩

18

7

6

7

1

39

右肩

18

7

6

7

0

38

中央

18

7

6

7

0

38

左肩

18

7

6

7

0

38

右肩

18

7

0

14

0

39

中央

18

7

6

7

0

38

左肩

18

13

0

14

0

45

38

32

遠
隔
離
場

39

39
現
場
38

40

全地連「技術フォーラム 2024」新潟（2） 第 3 回岩盤判定における検証結果（坑口から 178m）
図-4に，切羽写真を示す．表-2より，岩盤判定 AI の加
重平均点は，全技術者より低い点数となった．この点数の差は，技術者の主観的な評価範囲と岩盤判定 AI の評

表-3 技術者と岩盤判定 AI の評価点比較（第 4 回）

技術者1
(国土交通省)

技術者2(国土交通省)価範囲が異なったためであると考えられる．各観察項目
は，現場にいた技術者と半分以上一致した．岩石名の判
定結果は凝灰岩であり実際の岩種と一致した．

A

判定者

技術者3
(国土交通省)

技術者4(施工業者)
技術者5(施工業者)

岩盤判定AI

B

C

D

H,I

圧縮強度 風化変質 割目間隔 割目状態 湧水劣化

評価
点計

加重
平均点

右肩

12

7

6

7

0

32

中央

6

7

0

0

0

13

左肩

12

7

0

7

0

26

右肩

12

7

0

7

0

26

中央

6

13

0

7

0

26

左肩

12

7

0

7

0

26

右肩

12

13

6

14

0

45

中央

6

7

0

7

0

20

左肩

12

13

6

14

0

45

右肩

12

13

6

7

0

38

中央

6

7

6

7

0

26

左肩

6

7

0

0

0

13

右肩

6

7

6

7

0

26

中央

12

13

0

7

0

32

左肩

6

7

0

7

0

20

右肩

18

13

6

7

0

44

中央

12

0

6

7

0

25

左肩

12

0

6

7

0

25

21

26

遠
隔
離
場

32

25

現
場

27

29

5．まとめ
今回実施した検証より，次に挙げる問題点が明らかとなったため，今後の検討課題とする．
（1） 切羽写真と切羽観察データシートの対応
今回 AI に学習させた教師データは，施工者から提供さ
図-4 坑口から 178m の切羽写真

れた切羽観察データシートであるため，安全側に考慮された学習データが蓄積していると考えられる．

表-2 技術者と岩盤判定 AI の評価点比較（第 3 回）
A

判定者
技術者1
(国土交通省)

技術者2(国土交通省)

技術者3(国土交通省)

技術者4(施工業者)
技術者5(施工業者)

岩盤判定AI

B

C

D

H,I

圧縮強度 風化変質 割目間隔 割目状態 湧水劣化

評価
点計

右肩

12

7

6

7

1

33

中央

12

7

6

7

1

33

左肩

12

7

6

7

1

33

右肩

12

7

6

7

0

32

中央

6

0

0

7

0

13

左肩

12

7

6

7

0

32

右肩

12

7

6

7

0

32

中央

12

0

0

7

0

19

左肩

12

7

6

7

0

32

右肩

12

7

6

7

0

32

中央

6

7

0

0

0

13

左肩

12

13

6

14

0

45

右肩

12

7

6

7

0

32

中央

6

0

0

7

0

13

左肩

12

13

6

7

0

38

右肩

12

0

0

7

0

19

中央

12

0

6

0

0

18

左肩

12

0

6

0

0

18

とで，教師データの品質が向上するため，AI の判定精度

33

22

今後は，図-6の切羽全体のスケッチ画像のように，地質技術者が中立の立場で判断した画像データを用いるこ

加重
平均点

遠
隔
離
場

が上昇するまでの期間は，教師データとして与えていく必要がある。

25

25
現
場
24

18

（3） 第 4 回岩盤判定における検証結果（坑口から 230m）
図-5 に，切羽写真を示す．表-3 より岩盤判定 AI の加図-6 切羽全体のスケッチ例

重平均点は，技術者の加重平均点と類似する点数となった．この際， 国土交通省の技術者 3 は現地に臨場して岩（2） 圧縮強度・走向傾斜の判定項目について

盤判定を行っており，その評価点数は 32 点となり，AI の

実際に岩片を叩いて評価する圧縮強度や，奥行方向の判定により近い結果となっている．各観察項目は，現場情報を含む走向傾斜については画像による判定では限界にいた技術者と半分以上異なる結果となった．

があるため，針貫入試験値で得られる実測強度や，3次元データ等を学習データとして用いる必要がある．

6．謝辞
本検証を行うにあたり，施工者である佐藤工業（株）
より，データの提供と様々な協力を賜った．ここに深謝致します．
《引用・参考文献》
1) 荒木光一，藤田達大，鬼村雅和，山縣宏紀；2022年
図-5 坑口から 230m の切羽写真

7月「深層学習によるボーリングコア画像からの岩種区分判定の基礎検討」第57回地盤工学研究発表

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO88】

多波長スペクトルデータと AI を用いた岩種・風化・亀裂の定量的な判別手法の研究(株)地圏総合コンサルタント ○中井

康生，福岡

航治，中川
北海道大学

1. はじめに清森，清水 桜中村真一郎

2.2 使用機材

構造物の計画・設計・施工に利用される岩盤分類は，

HS データは，HS カメラ：Specim IQ（Spectral Imaging

岩種，風化の程度，亀裂の性状などの要素から評価され社）で露頭を撮影し取得した．Specim IQ は撮影対象かる．これらの多くは目視等の定性的な判断に基づく．そらの光を400～1,000nm の波長領域で，204のバンドに分のため，技術者の主観や技術的能力差が入りやすいこと光したスペクトルデータが得られる機材である．RGB 画

や，実際の施工状況における地質性状との差異が生じる

像は，iPhone13（Apple 社）の内蔵カメラで撮影した．

ことが指摘されている

1)2)（例えば，青砥ほか,2004．宇津木,2018）．したがって，定量的な判別手法の構築が必要と考える．

2.3

AI 画像認識を用いた判別モデルの作成

岩種・風化の程度，亀裂の定量的な評価の手法として，
AI 画像認識を用いた判別モデルを作成した．

本研究では，野外露頭で取得したハイパースペクトル

岩種と風化程度の判別モデルは，HS データを使用し，（以下，HS）データ，および RGB 画像を用いて，岩種・畳み込みニューラルネットワーク（以下，CNN）の手法で風化の程度・亀裂の AI 判別モデルを作成し，岩盤の分類作成した．学習の際は，取得した HS データから「Ss1」，

要素の定量的な判別手法を検討した．

「Ms1」
，
「Ss2」
，
「Ms2」
，
「背景」に該当する領域を取り出
し，それぞれの領域に当該のラベルを付けた．作成した

2. 方法

岩種・風化判別モデルを HS-CNN モデルと呼ぶ．

2.1 撮影対象と目視観察結果

亀裂の判別モデルは，RGB 画像を使用し，セマンティ

本研究では，異なる性状の岩盤を一度に撮影できる場

ックセグメンテーション（以下，SS）の一つである SegNet所として，愛媛県松山市内に分布する和泉層群砂岩泥岩を用いて作成した．SS はピクセル単位で対象物を認識し

3)

互層 の露頭2箇所（Loc.1，Loc.2）を撮影対象とした（図判別する画像認識の手法である．学習の際は，無造作に-1）．

選択した亀裂に「亀裂」のラベル付けし，残りの領域に【Loc.1】上位層（Ss1）は弱風化砂岩が分布する．色調「背景」のラベル付けをした．

は灰～褐灰色を示す．層理面（N68°54°S）に沿った亀撮影方向による輝度差を利用して亀裂を明確に判別す

裂（N16°E58W）や高角（N32°W88°E）の亀裂が10～20cm

るため，RGB 画像を3方向から撮影した．上記の3枚の RGB間隔で発達する．下位層（Ms1）は弱風化の砂質泥岩が分

画像を，鳥瞰画像変換により全て正面方向の画像（多視布する．色調は暗灰～灰色を示す．層理面に沿った亀裂

点 RGB 画像）に変換した（図-2）．通常の RGB 画像から作（N62°E32°S）が5～10cm 間隔で発達する．

成した亀裂判別モデルを RGB-SegNet モデル，多視点 RGB【Loc.2】上位層（Ss2）は弱風化砂岩が分布する．色調

画像から作成したモデルを多視点 RGB-SegNet モデルとは灰～褐色を示す．約30cm 毎に高角の亀裂（N2°W66°

し，判別精度を比較した．

S）が発達し，亀裂面は風化している．下位層（Ms2）は風化泥岩が分布する．色調は暗褐～褐色を示す．1～3cm
間隔で亀裂が発達し，角礫状を呈する．

【Loc.1】

弱風化砂岩（亀裂多い）

弱風化砂質泥岩【Loc.2】弱風化砂岩（亀裂少ない）

風化泥岩
層理面

亀裂

図-1 対象露頭における岩種，風化程度，亀裂性状

図-2 多視点 RGB 画像の作成イメージ

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3.

結果・評価

両モデルともに，ラベル付けした亀裂については高い

3.1 岩種・風化判別モデル

精度で抽出したが，ラベル付けしていない亀裂は抽出し未学習データを用いてモデルによる判別を行い，判別なかった．また，RGB-SegNet モデルでは，亀裂として不結果の正答率（判別精度）を評価した．判別精度は95.2%

確実な構造を亀裂として抽出した．一方，多視点 RGB-と高い結果が得られた．図-3に，対象とした露頭写真とSegNet モデルによる判別は，学習した亀裂ラベルに基づ判別結果を可視化した画像を併せて示す．
可視化画像は，

いた確実な亀裂のみを抽出した．

岩種・風化程度の分布を色毎に表示している．

(2) 亀裂間隔の算出

可視化画像上での岩種の分布境界（層理面）は，目視

多視点 RGB-SegNet モデルによる判別結果の可視化画観察の結果と概ね一致した．また，同一岩種でも，風化像を用いて，亀裂の間隔を算出した（表-1）．算出の際は，程度の違いを明確に判別した．今回作成した岩種・風化亀裂領域の外周線を抽出し，最も距離の近い亀裂領域と判別モデルは，岩種と風化程度の分布状況を認識できるの距離を亀裂間隔として求めた．

手法と評価できる．

算出した亀裂間隔の平均はそれぞれ，Ss1：14.8cm，【Loc.1】【Loc.2】

Ms1:5.1cm，Ss2：17.3cm，Ms2：39.7cm であった（表-1）．
亀裂を抽出できなかった Ms2を除き，算出結果は目視観察結果の範囲内に収まっていた．
表-1 亀裂間隔の算出結果
露頭
Loc.1
Loc.2

岩盤
Ss1
Ms1
Ss2
Ms2

判別結果からの算出
14.8cm5.1cm
17.3cm39.7cm

目視観察10～20cm
5～10cm
約30cm
1～3cm

3.3 岩盤分類への活用の可能性
HS-CNN モデルは高い精度で岩種，風化の程度を判別できた．また，多視点 RGB-SegNet モデルは，ラベル付けした亀裂の構造を明瞭に抽出し，亀裂間隔の算出も可能であった．ただし，ラベル付けしていない亀裂は抽出できなかったため，より正確な亀裂の抽出にはラベルの付け
図-3 HS-CNN モデルによる判別結果の可視化画像方について検討する必要がある．上記の課題を解決し，

3.2 亀裂判別モデル

これら2つのモデルを組み合わせることで，岩盤分類に活(1) モデル作成結果と評価用できる可能性がある．

未学習データを用いてモデルによる判別を行い，ラベル付けした亀裂に対する抽出率（判別精度）を評価した．

４. まとめと今後の展望

RGB-SegNet モデルの判別精度は，Loc.1：80.1%，Loc.2：

本研究では，HS データ，および RGB 画像から，岩種・85.4%であった．
多視点 RGB-SegNet モデルの判別精度は，風化・亀裂の AI 判別モデルを作成し，目視観察の結果とLoc.1：86.4%，Loc.2：84.7%であった．両モデルとも高同等の評価を行うことができた．今後は，実用化に向けい判別精度が得られた．図-4に，ラベル付けした亀裂箇て，他地点の砂岩層・泥岩層を対象に，本研究のモデル

所と，可視化した RGB-SegNet モデルおよび多視点 RGB-の精度検証やモデル精度の向上が必要である．

SegNet モデルによる判別結果を示す．可視化画像上で，亀裂と判定したピクセルを黄色で表示している．

《引用・参考文献》
1) 青砥澄夫，菊山浩喜（2004）：ボーリングコア観察定【Loc.1】量化への試み-コアの帯磁率測定による地層区分・風化度指標-, 全地連技術フォーラム2004論文集, 論
文 No.121.
2) 宇津木慎司（2018）：マルチスペクトルカメラ,AI を【Loc.2】利活用した施工現場地質状況自動評価システムの構
築, 建設機械施工, Vol.70, No.11, p15-11.
3) 20万分の1地質図福「松山」（第2版）（2016）：国立研
究開発法人
図-4 亀裂判別モデルによる判別結果の可視化画像

ンター.

産業技術総合研究所

地質調査総合セ全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO89】

機械学習による関東平野の浅部地盤の平均 S 波速度分布の予測
応用地質株式会社

〇西村

武，松山

尚典，眞鍋

俊平，鈴木

防災科学技術研究所

1. はじめに

先名晴彦
重樹(2) 解析手法と作成したモデル

防災科学技術研究所（以下，防災科研）では，地震調機械学習の手法には TensorFlow4)を用いたニューラル

査研究推進本部による全国地震動予測地図 1)の作成支援

ネットワークを使用した．入力データの割合および入力業務として，地震動予測のための広域地盤構造モデルを

データの種類を変えた機械学習モデルを複数作成し，推2）構築している（先名ほか，2023 など）．このモデルでは，定精度に与える影響について比較・検証を行った．表-1

ボーリングデータ・微動アレイ観測データ・地震観測デに本検討で作成した機械学習モデルを示す．データセッータを用いて作成されている．これらの結果の 1 つであトの中から，表-1に示した割合のデータをランダムにサる深度 30m までの平均 S 波速度（以下，AVS30 という）ンプリングしたものを教師データとして予測モデルを構とそれから算出した地震動増幅率は地震ハザードステー

築した．残りを検証データとして予測モデルの評価を行

1)

ション（J-SHIS ）で公開されている．ここで，地盤デーった．ランダムサンプリングの際に特定の微地形区分に

タの空間補間は，基本的に，250m メッシュの微地形区分

サンプルが偏らないよう，微地形区分ごとにデータを分（若松ほか，20203））を用いたクリギング法で行っている．

割し，サンプリングを変えた100通りの解析を行った．

本検討では，現状の手法の改良を目指し，微動アレイ

重回帰分析は表-1に示す6つの特徴量を用いて微地形

観測データを用いた機械学習により，地域的な地盤特性

区分ごとに解析を行った．松岡ほか（2005）5)を参考に，の変化を考慮したモデル化の可能性を検討した．また，

式-1はそれぞれの特徴量の対数による線形回帰モデルと先名ほか（2023）で示されている関東平野の 250m メッシ

した．ここで a，b，c，d，e，f は偏回帰係数，σは標準

ュの AVS30 分布との比較を行った．

偏差である．

2. 解析手法とモデル，モデルの精度比較方法(1) 解析概要およびデータ整理

log𝐴𝑉𝑆30 = 𝑎 + 𝑏 log 𝐸𝑣 + 𝑐 log 𝑇𝑖𝑙𝑡
+𝑑 log 𝐷𝑚 + 𝑒 log 𝐷𝑟 + 𝑓 log 𝐷𝑐 ± 𝜎 ・・・式-1

入力値を地形情報から作成した各種特徴量，出力値を(3) モデルの予測精度比較方法

AVS30（m/s）とした機械学習および重回帰分析による予各モデルの予測精度は，i 番目の地点における AVS30測モデルを作成した．地形情報は地図上の位置（緯度・の予測値を VSpre（i），測定値を VStrg（i）とした場合，経度など）と地形に関する特徴量の組み合わせで表現さ

式-2で示す二乗和平均平方根(RMSE)で評価した．各解析

れる表形式のデータとして扱った．

ケースで検証データに対する RMSE を計算し，モデルに解析には，防災科研によって実施された13,372点の微動アレイ観測データのうち，
AVS30が得られている12,264
点のデータを用いた．検討に用いた特徴量は，①緯度（Lat），②経度（Lon），③標高（Ev），④傾斜（Tilt），⑤
微地形区分（GEOM ID），⑥山地までの距離（Dm），⑦台地
までの距離（Dp），⑧河川までの距離（Dr），⑨海岸線までの距離（Dc）の9つである．

よる再現精度を比較した．
機械学習モデルでは100通りの
解析の RMSE の平均値を用いて評価した．
1

2

𝑅𝑀𝑆𝐸 = √ ∑𝑛𝑖=1(𝑙𝑜𝑔 𝑉𝑆𝑝𝑟𝑒 (𝑖) − 𝑙𝑜𝑔 𝑉𝑆𝑡𝑟𝑔 (𝑖)) ・・・式-2𝑛3. 予測値と測定値の比較によるモデル精度の検討
図-1に各モデルの AVS30の測定値（Target）と予測値（Prediction）の関係の一例を示す．
表-2にモデル毎の100
通りの平均 RMSE および予測値の精度（予測値と測定値

表-1 本検討で使用したモデル
Case 名の誤差 RMSE を真数に置き換えた値）を示す．

入力データの入力データ

Case1-1，Case1-2，Case1-3と入力データの割合が減少

種類

の割合

していくとともに RMSE の値が高くなり，入力データの③④⑤⑥⑧⑨80%

割合が高いモデルの方が，微動アレイ観測から求めた入力データの割合の①②③④⑤⑥80%

変更： Case1-1⑦⑧⑨

重回帰分析：
Case0

AVS30との差が小さい（予測精度が良い）傾向にある．入力データの種類を変更した Case1-1，Case2-2を比較すると，Case1-1の RMSE が小さいことから，入力データとし

Case1-2

同上

20%て使用する特徴量を増やすと予測精度が向上することがCase1-3

同上

5%

わかる．Case2-2（機械学習）と Case0（重回帰分析）を③④⑤⑥⑧⑨80%

比較すると，機械学習モデルの RMSE の方が小さく，重回

入力データの種類の変更： Case2-2

帰分析よりも機械学習の予測精度が良いことがわかる．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
機械学習 Case2-2との比較では，平野部の領域の AVS30の予測値は，J-SHIS モデルの値の0.7-1.3倍程度であり，概ね妥当な予測となっている．北部や西部の山側の領域
で，J-SHIS モデルとの違いが大きい青色の領域が離散的に分布しており，機械学習モデルの予測のほうが大きい傾向がある．その原因として，山際は平野部に比べて観測点が少なく，学習データが少ないために予測を困難にさせていると推察される．
重回帰分析 Case0との比較では，利根川・中川流域の後背湿地で，J-SHIS モデルよりも AVS30が大きい傾向にある．一方，東京湾沿岸部の埋立地では，重回帰モデルのほうが著しく小さい傾向がある．
また，下総台地内の谷底低地では，手法に関わらず予
測値のほうが J-SHIS モデルを下回る傾向にある．

５. まとめ図-1 モデル毎の AVS30 の測定値（横軸）と予測値（縦軸）

本検討による成果は，次のとおりである．
⚫

表-2 各モデルのデータ数と RMSE

同一の地形特徴量を用いた場合，入力データの割合が大きいほうが，測定値との違いが小さい．

モデル

入力データ数

RMSE

予測値の

ケース

(データ密度)(対数表示)

精度(倍)

Case0

9,798 (1km2/1 点)

0.122

0.755-1.324

を J-SHIS モデルと比較すると，機械学習モデルの方が，より J-SHIS に近い予測を与える．

2

Case1-1

9,798 (1km /1 点)

0.106

0.783-1.276

Case1-2

2,447 (4km2/1 点)

0.111

0.774-1.291

Case1-3

606 (16km2/1 点)

0.116

0.766-1.306

Case2-2

9,798 (1km2/1 点)

0.110

0.776-1.288⚫

⚫

機械学習および重回帰分析により予測した AVS30

予測モデルによる関東平野の AVS30の分布をみると，機械学習モデルでは，山地を除く平野部で概ね
J-SHIS モデルと類似した傾向となったが，重回帰分析モデルでは特定の微地形区分で大きく乖離す
ることとなった．
今後は各モデルにおける特徴量の寄与度について比較を行い，手法によって予測結果が異なる要因について検討を行う予定である．また，このような解析の基礎となる地形情報についても分解能を上げたデータを作成し，機械学習に適用していくことを計画している．
谷底低地《引用・参考文献》
Case2-2

1) 防 災 科 学 技 術 研 究 所 ： J-SHIS, https://www.jshis.bosai.go.jp/ (最終閲覧日2024.5.28)

後背湿地2) 先名重樹，藤原広行，前田宜浩，森川信之，岩城麻子，河合伸一，谷田貝淳，佐藤将，鈴木晴彦，稲垣賢亮，松山尚典：強震動評価のための浅部・深部統
合地盤構造モデルの構築，防災科学技術研究所研究
資料,第498号, pp.1-259，2023.
3) 若松加寿江，松岡昌志：地形・地盤分類250m メッシ
ュマップの更新，日本地震工学会誌，No.40, pp.24-

埋立地

Case0

図-2 250m メッシュの予測 AVS30（Prediction）と J-SHIS による AVS30（J-SHIS)との比（上図：Case2-2，下図：Case0）

４. AVS30分布の予測と J-SHIS モデルとの比較
予測モデルを用いた関東平野の250m メッシュの AVS30
分布を作成し，先名ほか（2023）の結果に J-SHIS モデルの AVS30との比を求めて両者を比較した（図-2）．

27, 2020.
4) TensorFlow Developers ： TensorFlow (v2.16.0rc0). Zenodo. https://www.tensorflow.org/(最終閲覧日2024.5.28)
5) 松岡昌志，若松加寿江，藤本一雄，翠川三郎:日本全
国地形・地盤分類メッシュマップを利用した地盤の平均 S 波速度分布の推定,土木学会論文集,No.794/I-72,pp.239–251,2005.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO90】

地中レーダ探査を対象とした物体検出 AI
中央開発株式会社

1. はじめに〇花村憲享

本研究では，反射画像中に見られる異常反射反応の検近年，地中レーダ探査の効率化のため，物体検出 AI を出にあたり,物体検出ライブラリ Detectron25) を使用し活用した解析が一般化しつつあり，反射画像中の空洞やて，Mask R-CNN によるインスタンス・セグメンテーシ

埋設管反応のリアルタイム検出や埋設管の位置推定等のョンを実装した．Mask R-CNN は CNN を用いた学習手法

研究が行われている．これらは，局所的な反応を矩形領であり，特徴の抽域で検出するものが多く(図- 1)，AI 適用の有効性が示さ

出，クラス識別を経れている 1)．一方，地中レーダ探査の対象は，これらのて物体検出を行う

局所的な反応のみならず，コンクリートの背面空洞や地(図- 3)6)．詳細につ層境界等といった特徴が連続的に変化する反応も含まれいては，参考文献6)

る．
これらの反応は時として反射画像中の広範囲に及び，を参照されたい．

従来手法で検出する場合，矩形領域で反射画像の大部分(2) 検出対象

図- 3Mask R-CNN の構造 6)を囲むこととなり，対象単体での検出が困難となる．物

今回の検出対象は埋設管反応とした．埋設管反応のパ体をピクセル単位で検出するセグメンテーションであれターンは図- 1 に示したように，周囲に比べ強いコントラ

ば，連続的な反応の単体検出が可能となる．

ストで双曲線状の反応を呈する．空洞や局所的な埋設物

そこで本研究では，地中の連についても類似した反応を示すが，微妙な形状や初動極続的な反応を AI で検出すること性の違い，隣接測線に対する反応の連続性等を基に技術を将来の目標とし，まずは埋設管者により識別される 7)．本研究では，筆者の目視判定に反応を画素数単位領域で検出すより，埋設管と判定した異常反射反応を学習データとしる手法を試みた．本論では，そのて用いた．

結果を報告する．

図- 1 反応検出例(3) 学習用データの作成
学習用データの作成にあたり，地中レーダ探査を行い，埋設管反応を含む画像データを約 200 枚用意した．双曲

2. 地中レーダ探査
地中レーダ探査は，電磁波を利用した物理探査手法で線状の反応は，埋設管の埋設深度によって開き具合が異ある．レーダ探査機器から地中に放射された電磁波は，なる．様々な双曲線反応に対応できるよう，画像の左右

電気特性の異なる境界で反射する．この時生じた反射波

反転やアスペクト比変更，拡大，縮小等によってデータを捉えることにより，埋設管，空洞，地層境界面等とい拡張を行い，最終的に 640×640 ピクセルの 1,212 枚のった反射体の深度と平面上の位置を 2 次元の断面図から

画像データを得た．続いて，画像データ中の埋設管反応推測できる．そのを画素領域でタグ付けするアノテーション作業(図- 4)をため，埋設物調査，実施した．図中の点で繋いだ範囲が埋設物反応である．

空洞調査等といっ

対象物の形状に合わせてポリゴンを繋ぎ合わせることにた幅広い分野で適より，画素領域でタグ付けする．これらの学習用データ用される 2)．図- 2を基に学習を実行するに地中レーダ探査の原理を示す．

ことにより，埋設管反図- 2 地中レーダ探査の原理

2)

応を検出するためのモデル(以下，埋設管検出

図- 4 アノテーション作業

3. 地中レーダへのセグメンテーション適用モデル)が得られる．

(1) セグメンテーションの手法(4) 埋設管検出モデルによる推論

セグメンテーションは各対象物をピクセル単位で検出

学習により得られたする画像認識技術であり，セマンティック・セグメンテ

埋設管検出モデルを使ーション，インスタンス・セグメンテーション，パノプ

い，埋設管反応の検出を

ティック・セグメンテーションの3種類がある．本研究で試みた．検出対象のレーは，同一画像内にみられる複数の埋設管反応をそれぞれ

ダ画像は，学習用データ

個別に検出させるため，インスタンス・セグメンテーシに使用していないもの

3)4)

ョンを採用した．同手法は防災 や医療分野 においてもとし，日本信号株式会社

図- 5 埋設管反応検出結果

研究・活用が進んでいる．

HP の探査事例 8)より引

参考文献 8)の図に加筆

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
用した．レーダ画像には径 100mm の鉄管による反応が4. まとめ

3 つ含まれており，これらの埋設管反応を全て検出する

本研究では，地中レーダ探査の埋設管反応をピクセルことができた．また，対象を正確に検出できているか否単位で検出する試みを行った．埋設管反応検出モデルにかの指標となる信頼度スコアは 98%～100%と高い結果よる推論では検出スコア 98～100%，精度検証では F 値となった(図- 5)．

0.9 と精度の高い結果となった．一般的にモデルの精度(5) 埋設管反応検出モデルの精度検証

は，学習用データの量に比例する．今回のケースでは，次に埋設管反応検出モデルの精度検証を行った．埋設

学習用データの数に恵まれ，アノテーションした埋設管管反応ありの画像 15 枚，埋設管反応なしの画像 15 枚の反応が多かったことがモデルの精度に良い影響を与えた

計 30 枚の検証用画像を用意し，混同行列による評価をものと考えられる．ただし，コントラストの弱い反応に行った．精度検証に用いる検証用画像は，学習用データ

ついては見落とし(FN)があった．これは，学習用データに使用していないものとした．なお，精度検証におけるにコントラストの弱い反応が含まれていなかったことが信頼度スコアの閾値は 5%間隔で 0%～100%の範囲に設原因として考えられる．データ拡張の段階でコントラス

定して検証を行った．その中で最も F 値が高い閾値はトの強弱を変更し，様々なコントラストの学習用データ

95%となった(表- 1)．

を与えることにより，精度は向上する可能性があると考表- 1 閾値

えている．

閾値

0%

5%

10%

15%

20%

25%

30%

本研究で埋設管反応をピクセル単位で検出することが

F値

0.67

0.67

0.67

0.67

0.68

0.68

0.70

できたため，今後はコンクリートの背面空洞や地層境界

閾値

35%

40%

45%

50%

55%

60%

65%

等といった連続的な反応にも適用し，セグメンテーショ

F値

0.70

0.70

0.70

0.71

0.71

0.71

0.73

ンによる連続的な反応の検出を検証する予定である．

閾値

70%

75%

80%

85%

90%

95%

100%

F値

0.73

0.79

0.83

0.86

0.85

0.90

0.00

閾値 95%における検出結果の一例を図- 6 に示す．それぞれ，(A)は TP，(B)は FN，(C)は TN，(D)は FP の例
である．これらの検出結果を全て目視で確認し，TP・TN・
FN・FP の判別を行った．

《引用・参考文献》
1) 中道一紗,園田潤(2023):YOLOv7を用いた地中レーダ
画像のリアルタイム物体検出,AI・データサイエンス
論文集, 4巻3号,pp.909-914.
2) 新版物理探査適用の手引き－土木物理探査マニュア
ル2008－(2008):物理探査学会,pp.281-299.
3) 叶井和樹,久保栞,山根達郎,全邦釘(2021):Mask R-

FN

CNN による航空写真からの土砂崩壊地自動検出手法,AI・データサイエンス論文集,2巻 J2号,pp.223(A)

(B)

(C)

(D)

図- 6 検出結果の一例

231.
4) 魚住春日,松原尚輝,寺本篤司,日木あゆみ,本元強,河(A)：反応を正しく検出(TP) (B)：反応の見落とし(FN)

野達夫,齋藤邦明,藤田広志(2020):Mask R-CNN を用い(C)：背景を正しく判断(TN) (D)：反応を誤検出(FP)た小児胸部Ⅹ線画像における肺領域の自動検これらの結果を表- 2 に混同行列として示す．なお，見落とし(FN)があった画像は，他の反応よりもコントラス
トが弱いものであった(図- 6 (B))．モデルの評価結果については，表- 3 に示す．これらの値は 1 に近づくほど精度が高いものとなる．今回構築した学習モデルの F 値は0.90 と精度の高いものとなった．

真

反

応

無

131.
5) Meta Platforms, Inc.:detectron2( 最 終 閲 覧 日
2024.5.30),
https://ai.meta.com/tools/detectron2/.
6) Kaiming He, Georgia Gkioxari, Piotr Dollar, Ross
Girshick(2017):Mask

表- 2 混同行列
予測

出,Medical Imaging Technology,38巻3号,pp.126-

R-CNN,IEEE

ICCV,pp.2980-

2998.
反

応

反

応

無

13 (TN)

2 (FP)

反応

有

1 (FN)

14 (TP)有7) 駒井尚子,井関浩三(2016):平成28年度(第38回)滋賀
県土木技術研究発表会,地中レーダー探査を用いた
愛知川右岸管理用堤防道路の空洞調査(最終閲覧日
2024.5.29),

表- 3 混同行列による学習モデルの評価結果

https://www.pref.shiga.lg.jp/file/attachment/

適合率

再現率

F値

1014037.pdf.

(Precision)(Recall)(F)8) 日本信号株式会社:事例集(最終閲覧日2024.5.10),

0.88

0.93

0.90

https://www.signal.co.jp/products/ems/jirei/.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO91】

微地形表現図の作成における簡易なフィルタリング方法の提案
西部技術コンサルタント株式会社

1. はじめに

〇梶原

彩花，田邉

信男

(1) グラウンドデータについて

近年、
レーザ測量で取得した3次元点群データを地形解
1)

グラウンドデータは一般的に点群処理ソフトによるフ析や防災点検等で活用する機会が増えている。 3次元点ィルタリングを自動で行い、その後専門技術者の目視判群データから地形解析を行うにはデータを加工する必要

読によって地表遮蔽物とみられる点群を手動で削除すがある。測量によって取得したばかりのオリジナルデー

る。図-2はオリジナルデータとグラウンドデータを重ね

タは建物や植生等地表遮蔽物も座標として含まれている合わせた断面図である。この図は UAV レーザ測量によりため、それらを除いた地表面を表すデータ（以下グラウ

取得したデータであり、地表面付近に多数のオリジナル

ンドデータと記す）を生成する。そして、グラウンドデ

データが集中していることがわかる。

ータを内挿補間して格子状のデータ（以下グリッドデー

オリジナルデータ
グラウンドデータタと記す）を算定する。グリッドデータに加工すること
によってはじめて勾配や斜面の凹凸などの微地形量、標高差分値を算出することができる。しかし、オリジナル
データからグラウンドデータを生成する過程に専門技術者の手動によるフィルタリングが含まれるが、高度な技術力を必要とするため正確なグラウンドデータの生成は難しい。このような現状を踏まえ、本稿ではオリジナル
データからグリッドデータの生成過程において、誰でも簡易にかつ精度を落とすことなくグリッドデータを生成する方法を提案する。

鉛
直
方
向

10m
水平方向

図-2 オリジナルデータとグラウンドデータの比較

2. 検討対象地域(2) 内挿補間方法

本研究では、岡山県総社市の落石崩壊斜面を対象とし一般的な点群処理ソフトでオリジナルデータから自動た。斜面上に小さな崖と落石露頭が分布しており、針葉フィルタリングを行った点群データ（以下地表近傍デー

樹と広葉樹がおよそ1：1の割合で生育している。

タと記す）とグラウンドデータの比較を行った。
（図-3）
地表近傍データはデータ数も多く、詳細な地形を読み取

3. 解析工程れる反面、地表遮蔽物も反映している。これより、点群本研究で提案する解析工程を一般的な解析工程に重ねて以下に示す。
（図-1）

処理ソフトでフィルタリングしたデータをそのままグリッドデータに反映することで、より詳細な地形を表現できる可能性がある。そこで、点群処理ソフトで得られた

現地計測

地表近傍データから内挿補間を行った。本研究ではクリ基準点による
標高調整

ギング法を内挿補間として使用した。クリギング法は空間データの内挿推定の一手法であり、確率論的に最良なオリジナルデータ
フィルタリング（点群処理ソフトによる自動抽出）

値を推定する方法である。2)● 地表近傍データ

地表近傍データ
フィルタリング（専門技術者による手動調整）
グラウンドデータ
TIN の生成（点群処理ソフトによる自動抽出）● グラウンドデータ

1,819,101 点

72,862 点【提案手法】
クリギング法による内挿補間（点群処理ソフトによる自動算定）
鉛直方
向

グリッドデータ
一般的な解析工程

図-1 提案する解析工程

提案する解析工程

1m
水平方向

図-3 地表近傍データとグラウンドデータの比較

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
近傍データから生成したグリッドデータの方が標高が高(3) グリッドデータの比較
地表近傍データを用いたグリッドデータ（提案方法）とグラウンドデータを用いたグリッドデータ（一般的なく、崖の下部ではグラウンドデータから生成したグリッドデータの方が標高が高くなる。

方法）を比較した。クリギング法によって 10cm のグリッ

以上の結果から、斜面上の平坦面では本研究で生成しドデータを生成し、グリッドごとに差分を算出した。
（図たグリッドデータも一般的な方法で生成されたグリッド-4(b)(c)）赤い部分は一般的な方法で作成したグリッド

データもほぼ同等であることが確認できた。しかし、地データの方が標高が高く、青い部分は提案方法で作成し形の特異点では本研究で生成したグリッドデータの方がたグリッドデータの方が標高が高いということを示して

現地の地形をより正確に反映している。この地形の特異いる。図-4 の(b)(c)より青色のグリッドは、等高線が密点は、調査技術者が現地調査する際に重要なポイントでで標高の高い部分に集中し、赤色のグリッドは、標高のあるため、この分布を調査前に知ることは、現地調査の低い部分に集中していることが読み取れる。図-4 の(a)効率化や安全性確保に寄与する。

における黄色の点は、
グリッドデータの標高差が 50cm をグラウンドデータから生成したグリッドデータ
地表近傍データから生成したグリッドデータ

超えた座標である。凸状の岩石露頭や小崖と重なっており、
周辺地形と比較して突出した形状を示す地形である。

(A)

また、図-4(a)の赤い点の座標を(b)(c)に表示させると、青いグリッドの直下に位置している。以上の結果より、
地表近傍データを用いたグリッドデータは、
図-4(a)の岩
石露頭の形状を適切に表現できている。
差分値（ｍ）

青【一般的傾向】

(2)

(1)

0.3

(A)
水平方向

図-5 の断面線

0.5

鉛
直
方
向

0.1

(B)

赤
－地盤線

1m
(B)

-0.1

●地表近傍データ-0.3

図-5 断面上の2つのグリッドデータ分布と一般的傾向●グラウンドデータ

-0.5

47

(a) 地上型レーザによる点群データ

4. まとめと課題
本研究では、オリジナルデータからグリッドデータの

48
48

46

生成工程において、誰でも簡易に、精度良く生成することが可能となった。従来の手法と比較すると、作業効率

45
47
46

(b) (1)周辺の差分図(c) (2)周辺の差分図

図-4 地上型レーザによる点群データと差分図が上がり、専門技術者の労力を削減することができる。
また、本研究のグリッドデータは一般的な方法で生成したグリッドデータよりも岩石露頭や小崖の凹凸をより詳細に抽出することができた。

次に、グリッドデータの断面を図-5 に示す。(A)点で一方で課題もある。本提案では、手動調整のフィルタ

は、オリジナルデータとして存在していた点群がなくな

リング作業を削除しているため、グラウンドデータが必り、グラウンドデータから生成したグリッドデータは地要な場合には対応していない。また、汎用的な点群処理

表近傍データから生成したグリッドデータに比べて下方

ソフトを用いて検討しているため専門的なソフトに比べに位置している。ところが実際は、この場所に岩石露頭てデータ数の上限やフィルタリング条件等機能的に劣っが存在している。
（図-4）岩石露頭や崖などの微地形は、ていると推測される。地形や産状に応じて点群処理ソフ

斜面上において特異な形状であることからグラウンドデトの最適な生成条件の検討は必要となる。

ータ生成の手動調整時に不要な点群として削除された、あるいは TIN の生成時に代表点から外されたと考えられ《引用・参考文献》

る。(B)点は、崖下のデータであるが、地表近傍データよ

1）﨑田晃基， 菊地輝行，西山哲：地形量図を用いたサりグラウンドデータの方が上に位置しており、凹地の特ポートベクトルマシンによる落石発生源の検出，地盤性を詳細に反映していない。このように、代表点がまば工学ジャーナル，17巻，2号，pp.147-157，2022.

らに抽出されると凹凸のある地盤線を直線近似すること

2）阪田義隆：クリギング入門 －空間データ推定の確率となり、図-5 の左下図で示した通り、崖の上部では地表論的アプローチ－， p240 ，コロナ社，2021.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO92】

斜面点検調査における MR 技術の利用
株式会社アサノ大成基礎エンジニアリング

〇伏木

秀斉，三浦

理司

1. はじめに
斜面点検調査は，防災対策事業や日常の道路維持管理の一環として，災害の発生をできる限り未然に防止し被害を最小限に抑えることを目的として実施される（1）．転石や落石，崩壊跡地といった危険事象を現地で直接発見できる業務であり，迅速かつ正確な観察記録が必要とされる（写真-1）．しかし当社の現状の点検調査は地形図からの判読を用いて情報を用紙に記録し、点検後に清書する方法を取っており、点検結果の完成に時間がかかるといった課題が発生している．これらを解決するために当社では Mixed Reality 技術（以下 MR）技術を利用し、点検調査の高精度化，効率化を図っている．
本論では MR 技術の利用による斜面防災への効果と，テスト使用を通じて挙げられた課題を報告する．

写真-2 MR 技術を利用して見られる空間のイメージ
さらに現実世界に映し出した仮想のデジタル情報に直接アクセスし、機能的に操作することで点検調査における以下の利点が考えられる．

（1）事象情報の評価の統一化
斜面の危険性は，起きている危険事象とその規模による採点方式で判断される．現在の調査では事象の記録結果に対しての評価が，調査者の習得度によりやや左右されてしまう恐れがある．
MR 空間中のカルテへの記入は事象とその規模毎に選択式にし，選択結果毎の評点を設定することで事象情報の評価基準を統一化することができる．

（2）点検結果カルテ作成の効率化
写真-1 調査中に確認された斜面上の転石

2. MR 技術について

現在の調査では現地で記録した事象情報を，カルテ用
紙上で清書することでカルテを作成しているが，現地作

MR 技術とは拡張現実（AR）と仮想現実（VR）を組み合わせた技術であり（表-1），現実世界と仮想世界を重ね合わせてそれらの情報を同時に表示できる（2）（写真-2）．

業とカルテ作成作業を別で行うことで，成果物を完成させるまでに多くの時間を要する．
MR 技術を利用して現地空間に電子カルテを映し出す
ことで調査中に確認された事象およびその特徴を即座に表-1 各デジタル技術の特徴

入力できる（写真-3）．現地で得られた情報をカルテに直接入力作成し，点検結果の完成までにかかる時間を大

技術名

特 徴

幅に削減される．また，一度確認した事象を，位置情報を含めてデータ内に保存することで定期的な点検を行う

拡張現実
（AR）

現実世界に仮想現実を投影する技術

仮想現実
（VR）

現実世界を無視して仮想現実を構築する技術

複合現実
（MR）

現実世界と仮想現実影響し合う空間を構築する技術

際に経年による事象の変状を瞬時に照らし合わせ，正確に判断できる．

(3)現場の安全性の向上
現在の点検では紙を用いての記録を行っており，記録中には周囲確認が不足して怪我や事故に繋がる恐れがあったが，空間にカルテを映すことで記録中にも周囲状況を見ながら行えるため，従来よりも周囲の安全を確保できる．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

写真-4 モルタル工の経年劣化による剥離およびひび割れ
写真-3 MR 空間でのカルテ作成画面

3. MR 技術利用の課題

また，開発が進む毎に行うテスト使用は MR 技術の操作スキルを習得する機会としても活用できる．当社ではテスト段階として MR 技術を野外で使用した結果，実斜面防災点検としての MR 技術の操作経験がある人員が践的な利用にあたり新たな利点と課題が浮上した．現地

少なく，実践使用を見据えた操作スキルを習得している

使用者の視点から挙げられる課題は以下の通りである．

人材が限られていることが現状である．今後のテスト使(1)点検評価項目の不足

用の機会に複数の人員が係ることで，開発段階の課題を登録しているカルテのデータは，テスト段階ではあるより早期にかつ多く発見できるとともに MR 技術の実践が現状では点検結果の選択項目が危険度評価に対して十使用に到達するまでに操作技術の習得者を多く育成でき分に細分化できていない．たとえば，同じ評点となってることが期待される．

いる事象でもその規模の違いによって危険度と判定され

5. おわりにる重要度が異なることが想定される．今後は防災カルテ

本論では斜面防災点検調査における MR 技術の利点，の安定度調査表における採点基準を参考に項目を細分化

使用における現状の課題及び展望を確認した．MR 技術

し，評価基準をより高精度に統一化することが求められの有効利用の可能性は多岐にわたり，将来的には多方向る．

の点検，調査への導入が期待される．導入を実現させる（2）MR 機材の持続時間ために自身が取り組めることとして，MR 技術の知識を当社では MR 技術を用いるヘッドマウントディスプレ

より深め，斜面防災点検以外の調査においても MR 技術

イとして，Hololens2を使用している．この機材のバッテを活かせる機会の創出ができる立場になっていきたいと

リー駆動時間は2～3時間と短く，複数のディスプレイを考えている．また操作スキルをより高め，MR 技術を扱持ち歩く必要が生じる．したがって，ディスプレイのバ

う人材をより多く育成できる様な指導に携われる立場にッテリーの長寿命化に対する工夫（たとえば，使用時間

なっていきたいと考えている．今後も社会実装に向けての短縮化，使用対象の選別等）が求められる．

MR 開発者と現場調査者の間でより多くのコミュニケー

4.MR 技術利用の展望ションを取り合い，浮かび上がった課題を解決して開発

MR 技術について斜面点検に対する利用を中心としたを進める所存である．

開発及び課題克服が進められているが，現在取り組んでいる開発を基に，今後は対策工が完了したインフラの点《引用・参考文献》

検調査にも活用可能である．

（1）財団法人道路保全技術センター：防災カルテ作成・

近年は社会インフラの高齢化が懸念され，インフラを更新する際に生じる多額の費用及び長期間の工事が問題となっている．これらへの対策として劣化や損傷が進行

運用要領，1996.12（2）Microsoft Build：Mixed Reality に関するドキュメ
ントする前に補修，修繕対策を行う予防保全維持管理という(https://learn.microsoft.com/ja-jp/windows/mixed-

考え方が導入されている．当社の点検調査においても斜reality/)

面対策工の損傷や経年劣化が多く確認されており（写真-4），保全事業においても MR 技術を利用することで迅速な作業及び保全箇所の対策対象決定を可能にし，施設効
果の効果的な維持修繕につなげられることが期待される．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO93】

ドローンおよびフォトグラメトリを活用した落石調査の事例
株式会社キタック〇田中

1. はじめに

悦司，遠藤

雄治,池田

真彦,戸貝

直樹,田中

文男

3. ドローンによる空撮、フォトグラメトリ

本調査地は,一般国道 402 号に面する最大斜度約 80 度,

フォトグラメトリとは,様々な角度から撮影した対象

最大高さ約 50m の崖で,既往の道路安定度調査において,物の写真を合成し,3D モデルを作成する技術である.本

要対策と判定されていた斜面である.落石対策工検討に調査の対象は高さ 50m におよぶ斜面で,様々な角度から必要となる設計対象落石径や安定度を決定するために落写真を撮るには空撮する必要があったため,撮影にはド石調査を実施した.

ロ ー ン を 用 い た . 撮 影 に 用 い た 機 体 は DJI 社 製 のPhantom4 で,一般的に普及している機体である.空撮で調査対象斜面は,2 秒毎に 1 枚自動で撮影するモードを用い,合計 1300
枚の写真を撮影した.撮影時間は 1 時間弱であった.
フォトグラメトリにより作成した 3D モデルを図-1 に示す.フォトグラメトリでは,Bentley Systems 社製のContext Capture というソフトウェアを用いた.1300 枚の写真を合成するため処理時間は 3 日程かかったが,シ

写真-1 調査対象斜面

ステム操作は 15 分程度である.

これまでの急崖における落石調査では,ロープアクセ
スにより斜面を近接目視し,落石の分布,サイズ,安定度を把握していたが,急崖においては見通しが効かず,実際に近接するまで落石が分布するか等不明なことが多かった.そのため,落石の有無に関わらず隅々までロープアクセスにより近接する必要があり,作業の効率化を図ることが課題であった.
近年,各分野においてドローンによる空撮が多く用いられるようになった.また,写真から 3D モデルを作成するフォトグラメトリという技術も確立された.そのため,落石調査の効率化を目的として,ドローンおよびフォト
グラメトリを活用し,落石調査を提案・実施した.

2. 調査地の地質
調査地周辺には新第三期中新世の安山岩溶岩・火成岩が広く分布している.また,調査地の露岩表面部は破砕され,径 5cm～20cm の礫を含有する礫岩状を示す（写真-2）.
本層は海水中において火山活動の際に流れた溶岩が水と接触,急冷され破砕・角礫化した岩石（ハイアロクラスタイト）である.

図-1 生成された3D モデル

4. 3D モデルの活用と効果
図-1 に示した 3D モデルを用い,調査対象斜面を任意の視点で観察することができるようになったことで,現地調査前に,近接して調査すべきポイントと近接する必要のないポイントが事前に把握可能となった.結果として
近接目視のための適切なロープアクセスの位置を選定でき,現地調査の効率化につながった.
また,調査対象斜面を真正面から捉えた 3D モデルのキャプチャ画像を作成し,現地調査の野帳として用いた（図-2）.従来であれば平面図を用い,現地の地形と図面上の位置を見比べながら落石の位置を特定し図面に描き込んでいく.しかし,自らの位置を平面図から読み取るためには読図力が必要となり,位置特定にも時間を要する.3D
化した画像を野帳に用いることで,現地での位置特定が容易となり,作業効率化につながった.

写真-2 調査地の露岩状況

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
ただし,3D モデル上のオブジェクトを平面図に貼り付けるためには,3D モデルから点群データおよび等高線を作成し（Context Capture）,その等高線に3D モデル上で描画したオブジェクトを貼り付け（Civil3D）,その図面から測量平面図に再度オブジェクトを貼り付ける（汎用CAD）,という手順を踏む必要があり,少々時間を要した.

5. まとめと課題
ドローンによる空撮写真およびフォトグラメトリにより生成された3D モデルを用いる事により,現地調査前に斜面全体の状況および落石の分布を把握することがで
図-2 野帳として用いたキャプチャ画像（抜粋）

き,①現地での的確なロープアクセス実施が可能となった.また,キャプチャ画像を野帳として用いることで②現調査結果の取りまとめでは,現地で確認した落石の位

地での位置把握が容易となり,精度共に作業時間の短縮

置を3D モデル上に描画した（図-3）.これにより平面図に繋がった.3D モデル上に結果を描画することで,③発上での説明よりも,視覚的に危険性や現地状況を伝える

注者への報告が分かりやすくなり,④平面図上での落石事が可能となった.

位置の精度も向上した.
―凡例―
1

岩塊

1.

写真番号

今後の課題としては以下4つが考えられる.1つ目は,3D
モデル上での落石サイズの計測である.3D モデル上ではサイズ計測が可能となっており,実寸のサイズと3D モデ
ル上でのサイズに誤差が生じるのかを検証する必要があ
る.2つ目に面積に応じた撮影枚数の把握である.今回撮
影した枚数が1300枚であり,データの容量が大きく,ストレージの圧迫につながるため,面積に応じた撮影枚数を把握する必要がある.3つ目に,3D モデル上で示した結果
を平面図へ貼り付ける方法の簡略化である.先述の通り,
浮石等を3D モデル上から平面図に投影するには手間と図-3 3D モデル上に描画した落石位置（抜粋）

時間を要する.よって簡略化する方法を見つけることで作業効率化に繋がると考えられる.4つ目に樹木で覆われ設計を行う上で平面図に落石位置を投影する必要があた斜面の撮影方法を確立することである.3D モデルは写るが,3D モデル上に描画したオブジェクトは,平面図に貼真をもとに作成されるため,樹木などの影響で対象斜面

り付けることができ,落石の位置を従来に比べ高精度でが隠れてしまう事がある.

表すことが可能となった（図-4）.

以上4点の課題を解決することで,落石調査のさらなる精度向上と効率化が可能となる.
ドローンによる空撮技術,フォトグラメトリ技術,3D
CAD の技術は,日々目まぐるしく進歩している.今後も最新の情報を入手し,活用できそうな技術は実践していき,
効率化および生産性の向上に努めていきたい.

図-4 3D モデル上に描画した落石位置（抜粋）全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO94】UAV LiDAR による横ずれ断層の横ずれ量解析事例
中央開発株式会社

1. はじめに〇後藤慧，細矢卓志，斎藤 勝た現地測量を行う場合も，草木の繁茂による視界確保の

地形解析のための詳細地形データを取得する手段とし難しさや，人工改変地を考慮する必要があるなど複数のて，LiDAR 機器搭載 UAV を使用したレーザ測量の活用

課題があった．そのため，UAV レーザ測量を実施し詳細が期待されている．本手法は，上空から照射したレーザ地形モデルを作成・評価し，測量範囲内の地形を包括的が植生をすり抜けることで地表面の点群データを取得でに捉えて解析を行った．

き，高密度の地形モデルを構築できるという利点を持つ．
活断層の調査では，近年，植生がある場所の地形判読

3. UAV レーザ測量手法にレーザープロファイラ（以下 LP ）データが活用され本調査で使用した UAV は Matrice 300 RTK であり，搭るようになってきている．一方，UAV を用いたレーザ測載した LiDAR モジュールは Zenmuse L1（いずれも DJI 社

量は，LP データより低高度で撮影するため，より細かな製）である．LiDAR モジュールの仕様を表-1 に示す．測地形を判読できる可能性がある．本論では，横ずれ断層

量では解析用の地表点群データおよび現地状況確認用の地形の詳細地形データの取得と変位量解析を目的として，

オルソ画像（SfM 画像）を取得・作成することとした．

UAV レーザ測量を実施した事例を報告する．

飛行ミッションはジンバルの照射角度を変えたレーザ測量飛行 2 回と，LiDAR モジュール搭載 RGB カメラを使

2. 調査概要

用した写真撮影飛行 1 回の計 3 回を行った．飛行計測の調査対象の活断層は，中部地方に分布する北北西-南南
東方向に連続する断層で，平均変位速度や活動間隔，最諸元を表-2 に示す．3 回のミッションを行うのにかかった飛行時間は合計で約 30 分であった．

新活動時期等が不明であった．この活断層の活動性評価

点群データの処理には DJI 社製の DJI Terra およびのために，地表に断続的に分布する断層地形を手がかり

Blue Marble Geographics 社製の Global Mapper Pro を使用

として，地形地質踏査やオールコアボーリング，地形測し，植生の点群除去およびグラウンド点群データ作成を量等を用いた総合的な地質調査を行った（文部科学省研

行 っ た ． オ ル ソ 画 像 の 作 成 に は Agisoft 社 製 の究開発局・国立研究開発法人産業技術総合研究所，2024）

Metashape Professional を使用した．

1)．
地形測量の対象地は，浸食量がやや大きい一級河川本

表-1 LiDAR モジュール（Zenmuse L1）の仕様

流の右岸側に発達した河成段丘と，その段丘面を支流河測定距離450 m @反射率 80 %, 0 klx
190 m @反射率 10 %, 100 klx

川が開析して生じた複数の谷が分布する地域である．これらの谷と周辺の尾根には，断層の横ずれ運動により形

計測点数

最大 480,000 点／秒

成されたと思われる系統的な屈曲地形が存在する（図-システム精度

水平：10 cm /50 m

1）．対象地内の谷は空中写真や既存の公開 DEM データ

垂直：5 cm/50 m

では地形の判読が難しく，既往調査・研究における判読

最大リターン

3

結果の検証・再解釈のために詳細な地形測量を実施する

写真サイズ

5472×3648（3:2）

予定であった．しかし，トータルステーション等を用い

カメラ焦点距離

8.8 mm / 24 mm (35mm 換算)

表-2 飛行計測諸元
飛行区分

図-1 調査位置図 2)

ジンバル

高度

角度

地上

計測面積

点群密度

（m2）

(点/m2)

解像度

（m）

（°）

(cm/pixel)

LiDAR

80

-90

12745

574

1.64

LiDAR

80

-60

12745

574

1.64

連続写真

100

-90

12745

―

2.18

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 測量結果(2) 谷の屈曲形状に関する検討

レーザ測量によって取得した点群データから0.1m メ

今回の UAV レーザ測量で得た地形モデルでは，A 谷・ッシュの高精度数値標高モデル（DEM）を作成し，陰影B 谷の屈曲量が異なり，B 谷より A 谷の屈曲量が少なく段彩図や等高線図等の適切な地形表現図を作成して解析判読される．しかし A 谷は馬蹄形をなす上端部や，北壁に使用した（図-2）．地形モデルからは，2つの谷が左横面側に階段状地形の不連続が見られることなどから，崩ずれ的に折れ曲がった形状を成し ，図中の B 谷の前面

壊地形である可能性が高いと判断した（図-4）．北壁面のに尾根が張り出して『閉塞丘』が形成されている様子が張り出しは崩壊土砂によるものと考えられることから，確認できた．また B 谷内および植生に覆われていた山地

A 谷は断層運動による変位量の判読には適切でないと判

斜面の広範囲に，連続した階段状の地形が認められた．

断した．
一方で B 谷は流水の存在する浸食谷であり，閉塞丘の張り出しによって河道が流向を変えていることから，B

谷の屈曲

谷の屈曲

谷の屈曲形状は断層運動による横ずれ変位量の判読に適していると判断した． B 谷の北壁面側は宅地や農地としての改変が見られるが，閉塞丘の発達する南側壁面は上流から下流にかけて谷壁の追跡が可能である．歩道を境

閉塞丘
標高

A
階段状の地形

界に南側壁面の伸長方向をそれぞれ直線化すると，谷壁の左横ずれ変位量は約 35m であると解釈できる（図-4）．
以上のことから、詳細地形モデルを作成することにより，谷の屈曲量や，断層運動の方向について明らかにすBることができた．

図-2 DEM を加工した地形表現図の例（陰影段彩図）
壁面の崩壊

5. 解析検討結果(1) 土地利用状況
作成した地形モデルを基に，現地調査の結果とオルソ
画像から判読される現地状況を踏まえ，土地利用図を作崩壊地

A成した（図-3）．山地斜面を含む広範囲に認められる階段状の地形は放棄地を含む農地で，特に B 谷内の地形は面が水平に近いこと・谷に流水があり水はけの悪い土壌が馬蹄形の滑落崖B

堆積していたことなどから水田跡であると考えられる．
B 谷内の水田は谷底のほぼ全域を占めており，谷底の低図-4 谷の屈曲形状と変位量の解釈

地をくまなく利用するように複雑に区分されて分布している．A 谷・B 谷を隔てる丘陵地部（尾根部）は畑地として整備されており，尾根のずれ量の正確な値を判読することは困難であった．

6. まとめLiDAR 搭載 UAV を使用したレーザ測量により，植生があり地形が複雑で判読が難しかった山間部の断層変位地形を捉え，地形の解釈や活動性の評価に役立てることができた．UAV レーザ測量は，調査地に山林を含む場合にも詳細な地形を把握することができ，活断層調査のほか，斜面調査や災害調査などで今後も様々な応用が期待される．
《引用・参考文献》

A1) 文部科学省研究開発局・国立研究開発法人産業技術総合研究所（2024）活断層評価の高度化・効率化のた

B

めの調査手法の検証 令和5年度 成果報告書
2) 国土地理院地図（陰影起伏図）に加筆，
図-3 土地利用図

https://maps.gsi.go.jp/（最終閲覧日2024/5/20）.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO95】

災害対応時における空間情報データの活用事例
株式会社村尾技建

〇草野

亙，松永

京子，田中

倫久，江村

剛，長谷川

和弘

1. はじめに
地理空間情報活用推進基本計画が策定されて以降，航地層境界

空 LP データをはじめとした空間情報データの公開が進

崖錐堆積物

A

められている.地質調査においても激甚化・頻発化する自花崗岩

然災害への迅速な対応として空間情報データの活用が進

ENE-WSW方向の亀裂

められている.空間情報データを適切に用いることで迅
速な対応や情報共有が可能になるなどの利点があるが，N-S方向の節理手法については模索段階である.
本報告では，災害対応時において空間情報データを活用した地質調査事例を紹介する．

2. 令和6年能登半島地震により発生した岩盤崩壊斜A´N面の地質調査0(1) 概要1530(m)図-1 SfM による地形判読結果

令和6年能登半島地震の発生により，震央から離れた急地形解析の結果，崩壊は A-A´断面において長さ約峻な海岸部を通る道路上斜面で崩壊が発生した.その後，17m，厚さ約5m の規模であり，崩壊の形態が岩盤崩壊で隣接斜面にて岩盤崩壊が発生した. 調査地は，急峻で地あったことが判明した（図-2）.

表踏査は困難であり，再度の崩壊も考えられた.このため，UAV による SfM（多視点ステレオ写真測量）を実施
し，作成された立体モデルを用いて，発生源の特定や今後の危険個所の抽出を行った.
(2) 課題と問題点
課題は再崩壊した斜面や隣接斜面において，今後同様な崩壊が発生する可能性を推測し，必要な地質調査計画を立案することである.問題点は①災害発生地は海岸に面した急崖斜面であり，地表踏査による現状把握や岩盤崩壊の発生源の目視確認が困難であること.②加えて当該道路は幹線道路であり災害対応として迅速な対応が求められたことである.
(3) SfM による地形判読と2時期の地形解析
上記の対応策として以下の二つの手法により現地状況の把握を試みた.
①UAV による SfM と地形判読
SfM により作成された立体モデルによる地形判読か
ら，地表の地形・地質状況の確認と，岩盤の特徴につい図-2 SfM による地形判読結果(4) 危険個所の抽出てとりまとめた（図-1）.当地の地質は基岩の花崗岩の上崩壊の発生形態より，今後想定される災害箇所の抽出に崖錐堆積物が堆積していることが判明した.また，花崗を行った.想定される崩壊発生形態別に図-3のとおり4ブ岩には節理等の亀裂が発達していることが判読できた.

ロックを抽出した.

②2時期の点群データによる地形解析(5) 結果

被災地では地震後とその後の隣接斜面の崩壊後の2回

当該現場では人が立ち入れない急崖斜面において UAVの SfM データを取得することができた，そこから得られを用いた SfM による地形解析や ICP 手法を用いた2時期

た2時期の DSM（Digital Surface Model：数値表層モデの地形解析を行い，現地状況や崩壊発生形態を把握する

ル）を比較することにより，発生した崩壊規模の推定をことができた.空間情報データを用いて迅速な対応がで行った. なお，2時期データの位置合わせとして，ICP

きたことによりその後の詳細調査計画の立案までスムー（Iterative Closest Point）手法を用いた.

ズに業務を遂行できた.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
させ点群の構成する面と面の距離を最小化することも考慮した CCICP(Classification and Combined ICP）手法
1)2)を適用した.

②解析結果
3次元的な移動方向と移動量を表現した解析図を図-5に示す.今回滑動した地すべりブロックは概ね南北方向に移動しているが，中段から下部にかけては左右に開く
方向にも変位が発生している.特に右側部では，沢地形に向かって表層部が崩壊している様子が読み取れる.

特許第 6817721 号
地形変化解析方法

凡例
二次元ベクトルにて移動方向、

地すべり滑動方向 矢印の色で三成分の移動量

図-3 今後想定される災害箇所の抽出を示している。
XYZNorm（m)0.00～0.40m

3.

地すべりにおける点群データを用いた解析事例

0.41～0.60m
0.61～0.80m(1) 概要0.81～1.00m

主測線

新潟県東部の阿賀町（旧津川町）において令和5年春期に急激な融雪に伴う幅48m，長さ75m の地すべりが滑動した.早急に地すべり対策を進める上で，地すべりブロッ

1.01～1.20m
1.21～1.50m
1.51m～

250クの範囲と移動方向を推定し，調査・観測地点を適切に配置する必要があった.このため，2時期の点群データを

音無川

50(m)

図-5 変動ベクトル解析結果(4) 結果用いた標高差分解析と変動ベクトル解析を行い，地すべ

標高差分解析と変動ベクトル解析により地すべりブロ

りの範囲や移動方向の推定を行った.

ックの範囲と移動方向を推定し，ボーリング調査地点を(2) 標高差分解析選定した.また，
現地調査結果と動態観測結果等と合わせ2時期の点群データを比較して取得し，標高差分の大きて，地すべり発生機構の検討に活用できた.

さを色調の濃淡で表現した解析図を図-4に示す.
音無川左岸部では，崩壊の前後で顕著に標高が上昇している.これは，地すべり土塊が押し出されたためで，すべり面は河床付近まで連続していると判断された.

2m

おわりに
今回紹介した事例では，SfM や点群データをはじめとした空間情報データやそれを利用した解析手法により，地すべりブロックの頭部では 1～2m 程度の標高低下が認められる．
地すべり活動に伴い地盤が引き延ばされ，相対的に標高が下がった（沈下した）状態であると考えられ
る．

凡例
(標高差)
3m

4.

災害時において重要な即効性を確保することができた.
一方で，様々な解析手法の地質調査への活用について
は課題や改善点もあるため，これらを踏まえた上で今後も空間情報データを地質調査へ活用していきたい.
《引用・参考文献》
1) S.Takai, H.Date, S.Kanai, Y.Niina, K.Oda, andT.

1m

地すべりブロッ ク の 末
端部では最大 3m 程度の標高の上昇が認められる.
崩壊前は流路で あ っ た
部分に地すべり土塊が押し出し，相対的に標高が上昇した状態と考えられる．

0m
-1m
-2m

音無川

registration

of

MMS

pointclouds of urban areas using trajectory,
ISPRS Ann.Photogramm. Remote Sens. Spatial Inf.
Sci.,II-5/W2, pp.277-282.
2) K.Oda, S.Hattori, T.Takayama (2016)：Detection

0-3m

Ikeda(2013) ： Accurate

25

50(m)

図-4 2時期の赤色立体地図からの標高差分解析(3) 変動ベクトル解析

of Slope Movement by Comparing Point Clouds
Created by SFM Software, The International
Archives of the Photogrammetry, Remote Sensing

①解析手法

and

解析は ICP（Iterative Closest Point）をさらに発展

pp.553-556.

SpatialInformation

Sciences,

XLI-B5,

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO96】

設計用入力地震動作成における力学試験・物理探査の有効性評価
応用地質株式会社

1. はじめに

〇加藤

駿，田原

道崇

値よりもやや小さいひずみから剛性が低下するが，全体

免震建築物や超高層建築物は設計用入力地震動を用い的な特徴は似た傾向である．一方で，粘性土は一般値よた構造計算が求められている．工学的基盤以浅の地震応りも大きいひずみ領域で剛性が低下し，かつ減衰が小さ

答解析では，地盤の材料特性や速度構造が重要なパラメ

い傾向にある．

ータとなるため，力学試験や物理探査を実施して調査地試験値と N 値による算定値の S 波速度の違いは，深度の地盤情報を把握する必要がある．試験結果や探査結果

20m 以深で顕著であるが，深度0～20m はほぼ一致していが得られない場合は，既往文献等を参考にパラメータをる．

設定するため，地盤情報が適切に与えられていない可能性がある．本検討では，動的変形特性と速度構造を対象に調査結果と一般値を与えて設計用入力地震動を作成し，それらの差異を検証した．

2. 解析モデルの設定
本検討における工学的基盤以浅の地震応答解析は，逐次積分法による非線形全応力解析を用いて実施した．工学的基盤は PS 検層によって Vs400m/s を5m 以上確認したTog 層以深とし，土質構成は図-1である．調査地では，3つの地質区分を対象とした動的変形特性試験と PS 検層，
標準貫入試験（N 値）の結果が得られており，図-1を基に工学的基盤以浅の浅部地盤モデルを①実モデル（動的変形試験値＋PS モデル），②動的変形特性に一般値を与えたモデル（動的変形一般値＋PS モデル），③速度構造に一般値を与えたモデル（動的変形試験値＋N 値モデル）

図-1 本検討で用いたボーリング柱状図と速度構造の3パターン設定した．
以下にそれぞれのパターンの概要を示し，本検討で用いた動的変形特性を図-2，地盤モデ
ルを表-1にそれぞれ示す．
パターン①：動的変形試験値＋PS モデル
動的変形特性は，不攪乱試料を採取した層は試験結果（図-2中の①～③）を，その他の層は建築学会（2006）1)
による一般値（図-2中の④～⑦）をそれぞれ HardinDrnevich（HD）モデルで与えた．速度構造は，PS 検層に基づく試験値を採用した．
これをベースに比較検討する．
パターン②：動的変形一般値＋PS モデル
不攪乱試料が採取できないと仮定し，全ての層で建築学会（2006）による動的変形特性を採用した．速度構造
はパターン①と同様に測定値を用いた．
パターン③：動的変形試験値＋N 値モデル
動的変形特性はパターン①と同様に試験値を用いた．
S 波速度は中央防災会議（2012）2)による以下の算定式を用い，N 値は換算 N 値とした．
粘土

𝑉𝑠 = 111.30 ∙ 𝑁 0.3144

式-1

砂𝑉𝑠 = 94.38 ∙ 𝑁 0.3020

式-2

礫

𝑉𝑠 = 123.05 ∙ 𝑁 0.2443

式-3

動的変形特性を比較すると，砂質土は試験結果が一般

図-2 本検討で用いた動的変形特性

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-1 パターン別の地盤モデル
パターン①

パターン②

パターン③

上端

S波

動的

S波

動的

S波

動的

深度

速度

変形

速度

変形

速度

変形

（m）

（m/s）

曲線

（m/s）

曲線

（m/s）

曲線

0.00

110

④

110

④

133

④

5.70

110

②

110

⑤

140

②

120

①

120

⑤

130

⑥

133

①

11.00

120

②

120

④

128

②

14.60

180

③

180

④

181

③

19.70

280

④

280

④

243

④

20.60

330

⑦

330

⑦

331

⑦

21.55

270

⑥

270

④

343

⑥

24.00

670

－

670

-

368

－

6.65
8.70

3. 解析結果の比較
地震応答解析を実施する際に入力する工学的基盤での地震動として，神戸位相を用いた告示波3)（極めて稀に発生する地震動）と，内閣府（2013）4)による都心南部直下

図-3 深度別最大応答分布（上図：告示波，下図：都心南部直下地震）

地震を用いた．深度別最大応答値分布を図-3，地表の擬似速度応答スペクトルを図-4に示す．
動的変形特性に一般値を採用したパターン②では，パ
ターン①と比較すると深度別最大応答分布に差異が見られる．特に，深度5～10m 付近でのひずみの分布が大きく異なり，この深度のひずみ分布の影響で地表における加速度，変位が大きく異なっている．図-4に示した擬似速度応答スペクトルでは，短周期帯で実モデルであるパターン①よりもレベルが小さくなっているが，長周期帯では似た傾向となっている．
S 波速度に N 値からの算定値を採用したパターン③では，ひずみが一番大きい深度10m 付近でパターン①と異なり，告示波では加速度，変位の分布が異なる．一方，
都心南部直下地震では，パターン①とパターン③では擬似速度応答スペクトルにおいて特に免震構造物等に影響の出始める長周期帯で異なる挙動を示している．

4. まとめ
本検討では，動的変形特性や S 波速度に試験値と一般
値を与えて地震応答解析を実施し，作成した地震動の差異を検証した．解析結果から，地盤の動的変形特性の違いや S 波速度構造の違いが表層で予測される地震動に影響を及ぼすことを確認した．近年，非破壊調査である微動観測などで S 波速度構造を推定することも多く，今後の地震動予測にあたっては，得られた調査結果を適切に評価する必要がある．
一般値や N 値の換算式だと過大・過小評価している可能性があり，それが設計・施工のコスト増や安全性低下

図-4 擬似速度応答スペクトル（h=5%）（左図：告示波，右図：都心南部直下地震）につながる．可能な限り動的変形特性試験や PS 検層等の調査を実施し，調査地の地盤情報を適切に把握することが，免震建築物や超高層建築物の設計の最適化をもたらすと考える．
《引用・参考文献》
1) 建物と地盤の動的相互作用を考慮した応答解析と耐震設計（2006）：一般社団法人日本建築学会,pp.52-57.
2) 浅い浅部地盤構造モデルについて（2012）：内閣府中
央防災会議 南海トラフ巨大地震モデル検討会第 15
回会合,pp.9.
3) 建設省告示第 1461 号 超高層建築物の構造耐力上の安全性を確かめるための構造計算の基準を定める件（2000）：建設省
4) 首都の M7 クラスの地震及び相模トラフ沿いの M8 クラスの地震等の震源断層モデルと震度分布・津波高等に関する報告書（2013）：内閣府中央防災会議 首都直下地震モデル検討会

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO97】

詳細ニューマーク-D 法による AA 種ため池の変形解析の事例紹介
基礎地盤コンサルタンツ（株）

1. はじめに〇小柴

直也，長谷川勝喜

抵抗力の増加を目的として、上流側法面にボンテラン改

本報告は、AA 種のため池である広島県の農業用ため

良土による押え盛土を施工する対策断面を提案した。

池（小野池）に対し、レベル 2 地震動に対する安定性能

また、浸潤線は浸透流解析により設定した。赤字で示照査を行うために、地質調査、解析パラメータの設定、した強度定数は、三軸 CUB 試験結果を三等分法によって詳細ニューマーク-D 法による塑性すべり解析を行った

整理した非排水強度 ccu、φcu である。

事例の報告である。

この対策断面が、レベル2地震動に対する耐震性能を満足することを照査することを目的として、対策断面に対2. ニューマーク-D 法の概要

して詳細ニューマーク-D 法による塑性すべり解析を行1)

平成27年5月に土地改良事業設計指針「ため池整備」

い、すべり変位量及び天端沈下量を計算した。

が改定され、レベル2地震動に対するため池の耐震性能の照査法の1つとして、長時間継続する地震動の場合は、堤体土が強度低下することを考慮した塑性すべり解析法を用いることが提案された。塑性すべり解析法は堤体のすべり土塊のすべり変位量を算定する方法として、すべり
土塊の等価瞬間震度を求め、安全率 Fs が1.0となる震度（降伏震度）を超過した場合にのみ、すべり土塊が滑動す

図-2 解析モデル図

るとした方法である。その一種に、地盤の強度として、非排水状態での繰返し載荷による累積損傷による強度低下を考慮する、ニューマーク-D 法がある。

4. 二次元地震応答解析
入力地震動の設定においては、土地改良事業設計指針

図-1にニューマーク-D 法によるすべり変位の計算仮「ため池整備」1)の記載に従い、広島県の防災計画におい定の概略を示す。ニューマーク-D 法では、土が地震動にて想定されている地震動や、本ため池周辺で過去に観測よる非排水繰返し載荷を受けたとき（図-1（a））
、繰返しされた強振記録を整理の上、検討を行った。

載荷に伴って損傷ひずみが累積し（図-1（b））
、その損傷

堤体で予測される地震動として、プレート内地震、活ひずみの値に応じて土の非排水強度が継続的に低下する

断層型地震の2波形を作成した。本報告では、これらのう現象（図-1（c））に基づいて滑動変位量を算定する。

ち加速度が大きいプレート内地震に対する結果を報告する。解析の結果、加速度は堤体上位ほど増幅され、最大で堤体天端/入力地震動=1.99（倍）の増幅率であった。

図-3 メッシュ図

図-1 ニューマーク-D 法によるすべり変位の計算過程の概略2)

3. 地層構成と解析モデル
解析モデルを図-2に示す。本ため池の堤体は細粒分を含む緩い砂質土からなる盛土層（B1、B2）で構成される。

図-4 入力地震動（プレート内地震）

基礎地盤は砂層と砂礫層の互層状（S1～G2）で、基盤岩は風化花崗岩（WGr、Gr）からなる。本ため池においては、
現況断面に対して実施したレベル1地震動に対する安定計算結果が、上流側・下流側ともに安全率 Fs<1.2となった。そのため、図-2に示すように、上流側のすべり抵抗力の増加と堤体内の浸潤面の低下による下流側のすべり図-5 応答最大加速度のコンター図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
5. 詳細ニューマーク-D 法（1）上流側の結果（1）強度低下特性
ため池の堤体は、近代的な設計・施工方法で築造されていないものが多く、長時間継続する地震動によって、堤体の強度が時間の経過とともに低下する。本ため池では、堤体（B1、B2層）の飽和領域で、地震時の非排水繰
返し載荷による強度低下を考慮するために、繰返し三軸+単調載荷試験を実施し、図-6に示す強度低下曲線を得た。
B1 層※既往業務で設定された曲線を使用（2）下流側の結果

B2 層

図-6 強度低下曲線（2）解析結果
図-7に最大変位円弧、図-8に解析結果図を示す。平均応答加速度は、すべり土塊内の応答加速度の平均値であ

図-8 解析結果図る。降伏加速度はすべり土塊の安全率 Fs が1.0となる水平加速度で、平均応答加速度が降伏加速度を下回るとすすべりが発生しなかった理由としては、
以下の2点が考べりが生じる。上流側・下流側ともに平均応答加速度がえられる。

降伏加速度を上回らず、すべり変位量は0mm であった。

①難透水性のボンテラン改良土によって浸潤線が低下し

2

初 期 降 伏 加 速 度 は 上 流 側 4.43m/s に 対 し 下 流 側
23.50m/s と下流側の方が小さく、滑りやすいが、これは上流側には B1層と比較して高強度な B2層やボンテラン
改良土、S1層があるためと考えられる。下流側についてたことで、特に B1層にて強度低下を起こさない不飽和領域が増加し、すべりの抑制に繋がった。
②堤体の非排水せん断強度が大きかったため、すべり土塊の降伏加速度が大きくなった。

は B1層の飽和領域で地震動による損傷が生じ、B1層の非排水強度が損傷前のφcu=11（°）から5（°）～10（°）
程度まで低下した結果、すべり土塊の降伏加速度が低下した。

6. まとめ
本件では、ため池の耐震性能照査方法を紹介し、一事例を示した。解析の結果、レベル2地震動によるすべりは生じなかったため、天端沈下量も生じず、ため池はレベ
ル2地震動に対する耐震性能を満足する結果となった。
《引用・参考文献》
1) 農業農村工学会：土地改良事業設計指針｢ため池整備｣、2015年5月
2) SERID 研究会：
『詳細ニューマーク-D 法 SERID』によるため池土構造物の耐震診断マニュアル（案）（に加筆）,pp.44,2021年2月

図-7 最大変位円弧

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO98】

盛土の変位量解析（ニューマーク法）における地震応答解析結果を反映させたすべり面の選定手法例
川崎地質株式会社

〇三山

貴之、西岡

吉彦、佐藤

祥昭、近藤 勉

1. はじめに地震による地盤の変形量を推測する場合、2 次元解析
においては、修正フェレニウス法、ニューマーク法、有限要素法などを採用する指針が多い。中でもニューマー
ク法は、比較的容易に得られるデータにより、妥当な結果を求められる手法とされている。レベル 2 地震動に対する耐震性能が求められる昨今では、地震の応答解析結図-1 地震波形 神戸海洋気象台地盤上 NS 成分

果を反映させたニューマーク法の検討は少なくない。この方法では、滑動変位量や必要な抑止力を求める為に用いるべきすべり面を選定する必要があるが、盛土内の応答加速度が異なる為、すべり面の位置を決定する手法は確立されていない。本論文ではその一手法を紹介する。
図-2 地盤モデル

2. 検討の目的
ニューマーク法では、各指針の水平震度を用いて、最小安全率を示すすべり面、最大抑止力を示すすべり面、深いすべり面などいくつかのすべり面を探し、解析することが多い。今回の解析では修正フェレニウス法において、各土層に一律な水平震度を入力する代わりに、地震
応答解析から求まる最大加速度分布より土層を細分した

図-3 応答加速度の最大値コンター図 盛土付近の抜粋

モデルですべり面の決定方法を考えた。
実務では、ニューマーク法での計算を格子状に実施す

3. 設定した地盤モデル

ることは、計算時間の面で非常に困難である。その為、今回の検討では、盛土内や基礎地盤の応答加速度が複修正フェレニウス法により、ニューマーク法の計算に用雑になる1)とされている盛土高10m×3段の腹付け盛土でいるすべり面を探すことが多い。しかし、すべり面ごと地盤モデルを作成した。盛土は1段目が礫質土、2段目がで応答加速度が異なるので、等価加速度波形は変化して粘性土、3段目が砂質土、基礎地盤は崖錐及び堆積物、風しまう。その結果、地震応答解析で得た応答加速度をど化岩、岩の構成である。地盤強度及び減衰定数は設計要のように修正フェレニウス法に適応させるかという点が領1)を参考に定めた。地震応答解析は、道路橋示方書2)に問題となる。そこで、地盤応答解析の解析結果の目安と記載のレベル2地震動 TYPE2-1の神戸海洋気象台地盤上して把握しやすい各節点の最大応答加速度に着目し、図NS 成分の地震波（図-1参照）を基盤波とし、複素応答法-3の応答加速度の最大値コンター図（1m/s2毎）を基に図での等価線形解析を用いた。この地震波は、地表面波で-4のような解析モデルとした。なお、各節点の応答加速はあるが、薄い基礎地盤を持つⅠ種地盤のモデルとし、度は、法肩部及び地表面付近においては最大加速度は増地表面波の引き戻しは割愛している。設定した地盤モデ幅され、基盤付近及び盛土の地山側下部では減少する一ルを図-2に示す。

般的な結果であった。なお、応答加速度の最大値の範囲は2.96m/s2～21.1m/s2である。

盛土部の拡大図-4 修正フェレニウス法で用いた解析モデル

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 解析手法
今回の解析では、全層一律の水平震度 kh を与えた4ケース（すべり面条件 A）と地震応答解析結果を反映した各土層の最大応答加速度にβ倍（β＝0.05～1.0）した10ケース（すべり面条件 B）の計14ケースとした。後者のケースでは、各層に応じた水平震度（kha と定義）＝係数
β×各土層の最大応答加速度/重力加速度 g である。全層一律に水平震度を与えるケースでは、道路土工に記載のⅠ種地盤の水平震度3)を参考に、kh=0.08、0.16、0.24、：各条件での最大値0.32とした。各ケースにおいて対象とするすべり面の種
類は、盛土天端から第1法面、第2法面、第3法面、法先にかかる4種類それぞれのすべり面に対し、
最小安全率とな

図-5 滑動変位量の比較図

るすべり面及び最大抑止力となるすべり面を考えた計8種類とした。なお、最小安全率及び最大抑止力の円弧を決める修正フェレニウス法は x 座標及び y 座標を1m の格子状、半径を0.1m ピッチとして計算した。

5. 解析結果及びその考察
結果の比較は滑動変位量と抑止力の2種類とした。
滑動
変位量は許容変位量との比較等に用いられる値で重要性が高く、抑止力は対策工を設計する場合に必要な値であ：各条件での最大値る。抑止力は滑動変位量の値を鑑みて、多くのケースで比較できるように滑動変位量が300mm となる値を水平震度 kh を一律に与えた場合と地震応答解析結果を反映さ

図-6 滑動変位量を300㎜にする必要抑止力の比較図

せた各土層に対応した水平震度 kha で比較する為に、kh=0.08としたもので除することにより正規化した。滑動変

6. まとめ

位量の比較図を図-5に、滑動変位量が300mm となる為に⑴ニューマーク法で検討するすべり面を考える際に、地必要な抑止力の比較図を図-6に示す。

震応答解析を実施すると、盛土内の応答加速度が異なる⑴滑動変位量の比較

為、応答加速度を考慮した地盤モデル及び水平震度を用①すべり面条件 A（図-5破線）

いることで、滑動変位量や必要抑止力の大きなすべり面

すべり面を決める水平震度が大きいほど滑動変位量がを見つけることができた。

大きくなるわけではない。むしろ小さい水平震度を与え⑵細分化した土層に与える水平震度は、滑動変位量及びた方が滑動変位量が大きくなった。

必要抑止力等の求めたい値により変動する為、係数の倍②すべり面条件 B（図-5実線）

率を変えて複数の検討を行う必要がある。今回の検討で第1～第3法面においては、すべり面条件 B の方が、すは、滑動変位量を求める際には、等価加速度が高い第1法

べり面条件 A よりも大きな滑動変位量のすべり面を見出面のすべり面では係数0.7で適応性が高く、それ以外のすすことができた。法先での値は同等であった。すべり土

べり面では係数0.1以下で適応性が高かった。
必要抑止力

塊量の小さいすべり面が第１法面に形成される場合、こを求める際には、すべり面の大きさにより、係数を0.6かの傾向は顕著である。

ら0.2の範囲で下げていくと適応性の高い結果となった。

⑵滑動変位量≦300㎜となる抑止力の比較①すべり面条件 A（図-6破線）
概ね大きな水平震度で求めたすべり面の方が必要抑止
力は大きくなり、滑動変位量とは逆の傾向を示した。
②すべり面条件 B（図-6実線）
すべり面条件 B の方が、すべり面条件 A よりも大きな
滑動変位量のすべり面を見出すことができた。今回の解析モデルの場合では、水平震度 kha の係数βが0.2～0.5の範囲で必要抑止力のピークを示した。

今後は、複数の地盤モデルや地震波の種類で比較検討
し、応答加速度に与える倍率の傾向を明らかにしたい。
《引用・参考文献》
1) 設計要領

第一集

土工 建設編(2020)、p.1-42,4-

18～4-25：東日本高速道路株式会社、中日本高速道路
株式会社、西日本高速道路株式会社
2) 道路橋示方書 V 耐震設計編(2017)、p.80：公益社団
法人

日本道路協会3) 道路土工

盛土工指針(2010)、p.125：公益社団法人

日本道路協会

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO99】

繰返し荷重をうけるモノパイル基礎の三次元 FEM 解析事例
川崎地質株式会社

1. はじめに○小林優起，吉泉直樹，白井太郎，市川直樹

4. 定変位解析（遠心実験との比較）

現在、導入拡大が進む洋上風力発電は、風車構造物本(1) 載荷変位体（タワー、ブレード、RNA）を海底地盤に設置した基礎

定変位解析は、遠心実験のトレースとして、杭上部にで支える着床式が主流である。その中で主流となってい140mm（実験スケールでは2.8mm）の変位を繰返し載荷す

るのが、「モノパイル基礎（MP）」と呼ばれる 1 本の鋼管るケースについて行った。なお、繰返し回数は20回とし杭を海底地盤に打設し、上部構造である風車本体を支えた。

1)

る基礎形式である 。

(2) 定変位解析結果

ブレードやタワーが受ける水平外力（風や波）は、モ

定変位解析の結果、過剰間隙水圧比の上昇は実験に比べて遅く発揮された。また、パイルの設計において重要となるのは、モノパイルと地

図-2に示す通り、杭に発生す盤の相互作用による水平地盤反力の評価である。

る曲げモーメントは 繰返し

本稿では、3DFEM を取り入れたモノパイル設計法が主回数の増加に伴い低下する

流になりつつある背景を踏まえ、日本で開発された FEM

傾向がみられた。解析の4サ

コード「LIQCA3D232)」を使用した、繰返し水平荷重を受

イクル目付近で実験の1サイ

0

けるモノパイルの解析事例を紹介する。

クル目の曲げモーメントに近い値となり、5サイクル目

2. 遠心模型実験によるモノパイルの挙動評価

では実験と解析の曲げモー「大村ほか，2020」3)は相対密度80%の飽和豊浦砂の模型

メントが概ね一致する。過剰

地盤上にモノパイル（以降、杭）を設置し、50G の遠心場

間隙水圧の上昇が実験に比で種々条件の繰返し変位を与えその挙動を観察した。そべて遅れていることを考慮の結果、載荷条件によって杭周辺の過剰間隙水圧は繰返すれば、曲げモーメントの上し回数の増加とともに上昇し、杭モーメント及び杭反力

昇・低下傾向は実験結果と概が低下したケースが報告されている。

ね一致する。

3. LIQCA 解析モデル及びパラメータ5. 定荷重解析

解析モデルを図-1に示す。パラメータは豊浦砂の土質実験(1cycle)
実験(5cycle)
実験(20cycle)
解析(4cycle)
解析(5cycle)
解析(20cycle)5

深度 GL(m)ノパイルを介して、モノパイル周辺地盤に伝わる。モノ-5-10-6000 -5000 -4000 -3000 -2000 -1000
曲げモーメント(kNm)0

図-2 杭の曲げモーメント分布(1) 載荷荷重及び振動数

試験結果を基本とし、硬化関数や規準ひずみ、ダイレイ

定荷重解析は、杭上部に載荷する荷重と荷重波形の振タンシー係数は、液状化強度曲線や応力ひずみ関係、有動数を変化させ、表-1に示す5ケースについて行った。

効応力経路が試験結果を再現するように、パラメトリッ

表-1 解析ケース（定荷重解析）

クスタディにより決定した。

CASE

上部載荷荷重(kN)（繰返し載荷）振動数(Hz)繰返し回数(サイクル数)

1
2

1750
1250

0.2
0.2

20
20

3
4

650
650

0.2
0.1

20
20

5

650

0.5

20

解析モデル
変位・荷重載荷位置15m
0.7◆モノパイル
弾性ビーム材0.6
γDA7.5%0.5◆地盤
繰返し弾塑性モデル
豊浦砂 Dr=80%

SR

0.4
0.3

15m
0.2

要素シミュレーション(せん断ひずみの片振幅3.75%)
試験結果DA7.5%
試験結果DA3.0%
DA7.5%の試験結果に合うように
試験結果DA1.5%
パラメータを設定

0.1

突出長：7.1m
0.0

根入れ長：10.0m

1

2

3

4

5 6 7 8 9

10

2

N

3

4

5 6 7 8 9100

液状化強度曲線

透水係数k(m/s)

1.99

Mm変相応力比0.729

3.87E-06

Mf破壊応力比

0.909

e

0.72

B0*硬化関数パラメータ

4000

λ

0.0174B1*硬化関数パラメータ60

κ

0.00174

Cf*硬化関数パラメータ100

G0/σm0'952

Cd異方性消失パラメータ2000

有効土被り圧×疑似過圧密比

50

D0*ダイレイタンシー係数

0.5

現在の静止土圧係数

1ｎダイレイタンシー係数2

現在の有効土被り圧

50

γp*規準ひずみ（塑性）0.03

現在の静止土圧係数

1γe*規準ひずみ（弾性）0.7

図-1 解析モデルと設定パラメータ

ここでは、表-1のうち荷重値の異なる CASE1～3について結果を述べる。地盤の過剰間隙水圧比は、いずれの荷設定パラメータ(地盤)密度ρ(g/cm 3)(2) 定荷重解析結果
2

重条件においても地表面付近では負圧となった。その他の領域では、繰返し回数の増加に伴い過剰間隙水圧比が徐々に上昇し、杭近傍では8～12サイクル目で1.0となる。
杭根入れの中間深度付近では、過剰間隙水圧比が上昇しピークに達した後、低下傾向を示す（図-3）。
杭に発生する曲げモーメントは、繰返し回数の増加に伴い低下するとともに、モーメントが最大値となる深度

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
7. 振動数の違いによる比較

CASE1 1750kN
過剰間隙水圧比算出位置
過剰間隙水圧比

1.0

PWP7 5.5m
PWP6 PWP5

載荷荷重の振動数の違いによる挙動の変化を把握する
0.5

ため、表-1の CASE3～5について比較を行った結果、振動0.0

数が高いほど過剰間隙水圧比が上昇しにくく（図-6）
、杭
PWP6
PWP7
PWP5

-0.5

の水平変位量は小さい傾向を示した（図-7）。

-1.0

CASE3 0.2Hz

CASE2 1250kN

4060Time(sec)

80

100

CASE3 650kN

0.0
PWP6
PWP7
PWP5

-0.5
-1.0

0.5

PWP7 5.5m

40
60
Time(sec)

80

100

PWP6
PWP7
PWP5

-0.5
-1.0

PWP6
PWP7
PWP5

-0.5

0

CASE4 0.1Hz

20

40
60
Time(sec)

80

20

40
60
Time(sec)

80100

CASE5 0.5Hz

1.0

0

1.0

100

図-3 過剰間隙水圧比の時刻歴（荷重別）
が地表面に近づく傾向がある。各サイクルのモーメント

過剰間隙水圧比

20

0.0

PWP6 PWP5

0.0

-1.0
0

0.5

過剰間隙水圧比

過剰間隙水圧比0.51.0

過剰間隙水圧比算出位置

1.0

1.0

過剰間隙水圧比20

過剰間隙水圧比

0

0.5
0.0
PWP6
PWP7
PWP5

-0.5

ピーク値は、
いずれのケースにおいても5サイクル目以降-1.0

概ね一定となる。

0.5
0.0
PWP6
PWP7
PWP5

-0.5
-1.0

0

50

100
150
Time(sec)

200

0

10

20
30
Time(sec)40

図-6 過剰間隙水圧比の時刻歴（振動数別）
水平地盤反力係数は、地盤要素の有効応力(kN/m2)を節点の水平変位(m)で除したものとして算定した。
水平地盤
反力係数は、時間の経過に伴い徐々に低下し、載荷荷重

0.8
0.6
0.4
0.2
0.0
-0.2
-0.4
-0.6

case4 0.1Hz
case3 0.2Hz
case5 0.5Hz

水平変位(m)

6. 水平地盤反力係数の算定

0によらず概ね一定の値に収束する（図-4）。また、載荷初期は杭根入れの中間深度付近で水平地盤反力係数が大き
く、時間の経過につれ根入れ中間深度付近ではゼロとなり地表面付近と杭下端付近で大きな値となる（図-5）。
3) 3
地盤反力係数 (kN/m
水平地盤反力係数
(kN/m
)

5,000
P=1750kN
P=1250kN
P=650kN

4,500
4,000

150

200

図-7 杭の水平変位（地表面+1.0m 地点）

8. まとめ①定変位条件では実験に比べて過剰間隙水圧の上昇は遅れるが、変位載荷による過剰間隙水圧の上昇とそれによ②曲げモーメントは繰返し回数の増加に伴い低下する

3,000
2,500
2,000
1,500

が、定荷重条件では5サイクル目以降ほぼ一定となった。

算定位置

1,000

③載荷荷重の振動数が高い(短周期)ケースでは他のケー

500
0
0

10

20

30

40

50
時間(sec)

60

70

80

90

100

スに比べて過剰間隙水圧の上昇が抑制され、杭に生じる

03) 3
地盤反力係数 (kN/m
水平地盤反力係数
(kN/m
)

100
時間(sec)る曲げモーメントの低下は実験を概ね再現できた。

※地盤反力係数は、杭の右側方向を＋、左側方向を－とする

3,500

50

-1,000水平変位も小さい。

-2,000-3,000-4,000-5,000

今後は、実際の設計手法を想定し、これら三次元解析

P=1750kN
P=1250kN
P=650kN-6,000-7,000-8,000

結果を杭-地盤相互作用モデルに反映させる手法等につ※地盤反力係数は、杭の右側方向を＋、左側方向を－とする-9,000

算定位置-10,000
0

10

20

30

40

50
時間(sec)

60

70

80

90

100

図-4 杭周辺の水平地盤反力係数の時刻歴
1cycle
22.0
20.0

24.0
P=1750kN
P=1250kN
P=650kN

22.0
20.0

18.0

P=1750kN
P=1250kN
P=650kN

地盤研究所（京都大学名誉教授）岡二三生先生に多くの助言を賜りました。ここに記して感謝の意を表します。

18.0
16.0

地表面（海底面）

14.0

H(m)

H(m)

16.0

9. 謝辞
本研究の遂行にあたり、一般社団法人 LIQCA 液状化

20cycle24.0

いても検討していきたい。

12.0

地表面（海底面）

14.01) NEDO（2014）:NEDO 再生可能エネルギー技術白書，

12.0

10.0

10.0

8.0

8.0

6.0

6.0

4.0

4.0

2.0

2.0

0.0

0.0

《引用・参考文献》
第2版,p.73.
2) 一般社団法人 LIQCA 液状化地盤研究所（2023）：
LIQCA2D23・LIQCA3D23(2023 年公開版)資料.
3) 大村直哉, 高橋章浩, 内藤歩, 小林孝彰, 蒲田幸穂
（2020）： モノパイルの繰返し水平載荷条件と周辺砂

水平地盤反力係数 (kN/m3)

水平地盤反力係数 (kN/m3)

図-5 杭周辺の水平地盤反力係数（深度分布）

地盤の剛性に関する遠心模型実験,第 55 回地盤工学
研究発表会.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO100】

シールド工事用水確保のための鑿泉工事
千葉エンジニアリング㈱

〇佐々木

大，城谷

直之，小山田

忠央、相馬

清，和田

優作，浅野

滋之

1. はじめに
シールド工事（立坑掘削工事・シールド推進工事）において、工事用水の確保は不可欠である。しかし、工事現場の立地条件や費用面等の制約から、地下水に水源を求めざるを得ない場合もあり、水源の周辺環境への配慮
や必要水量の確保が問題となることが多くある。
本稿は、シールド工事用水確保のための鑿泉工事について、周辺

図-2 ベーリング作業の流れの既設井戸の確認と利用上の対策内容および、安全かつ当該工事の井戸仕上げは、

安定的に必要な工事用水を確保するために実施した調査

削 孔 径：φ350mm（電気検層、揚水試験、水質分析）の内容について報告

削孔深度：GL-116.0m

する。

仕 上 径：φ200mm（VP-200 仕様）
仕上形式：水中モーターポンプ型

2. 工法の選定

汲上水量：450ℓ/min

当該工事では、「パーカッション工法」を選定した。

3. 削孔(1) 選定理由
当該地域は、粘性土・砂質土・礫質土・玉石から構成

削孔時に最も留意した点は、孔壁の崩壊である。孔壁される地層で、その全ての地層に対応できる工法としての崩壊を防止するため、泥水の比重は泥水ミキサー作成選定した。また、削孔設備の設置が早く少人数での作業毎に測定し、比重「1.10」以上を確保した。

が可能であり、費用の面も考慮した。
(2) パーカッション工法
図-1にパーカッション工法の全景を示す。

また、削孔に際して大量の水が必要となるため、水槽90.0 ㎥（20.0 ㎥×3、10.0 ㎥×3）をあらかじめ用意
し、さらにコンダクターパイプを設置し、フロートで給水機を簡易に作成し逸水対策とした。

4. 電気検層
当初の計画では、掘削 GL-100.0m で100.0m 仕上げの井戸を計画していたが、GL-100.0m 付近まで削孔した時点で、充分な帯水層が確保できないと判断し、GL116.0m までの掘削を行った。
GL-116.0m まで掘削が完了し、電気検層を行った。電気検層結果を図-3に示す。

図-1 パーカッション工法全景
パーカッション工法は、ワイヤーロープの先端にビット（φ350mm）を吊るし、これを所定の高さから自由落
下させてその衝撃により、孔底の地層を突き崩しながら掘り進む。掘り屑が溜って進行が低下するとビットを地上に引揚げ、代わりにベーラー（サンドポンプ）を孔底にワイヤーで降ろし掘り屑を浚い取る（ベーリング）。
掘進とともに、あるいは掘り屑の汲み出しの都度、孔内に補泥して孔壁の崩壊を抑える。以上の手順を繰り返しながら掘り進むのが工法である。図-2 は、ベーリング
作業の流れを示したものである。

図-3 電気検層結果

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
有孔管の配置条件は、周辺の住宅や施設がおおむね揚水試験の揚水管の長さは、自然水位が GL-16.43m より、

GL-50.0m 以浅から採水しており、最初のストレーナー

ポンプ下端を GL-27.50m に設定し試験を行った。

設置位置は GL-60.0m からという制限の中、GL-64.0m～-(1) 試験結果

80.0m、GL-88.0m～108.0m の2層から採水するものとし

試験結果は、目標値450ℓ/min に対して620ℓ/min（限界た。また、GL-50.0m 以浅の地下水を引いてしまう事が揚水量）という結果を得た。通常、適正用水量として「限ないように、GL-52.0m～GL-54.0m にベントナイトペレ

界揚水量の8割程度」とされていることから、ットを配置し遮水を行った。井戸構造図を図-4に示す。
620(ℓ/min)×0.8＝496（ℓ/min）となり、用水量約500ℓ/min の工事用水用井戸を設置することができた。
(2) 揚水水質について
水質については、公的機関にて「一般飲料水水質検査」を行った。数値化できる項目については、すべて基準値以内の結果を得たが、「臭気」の項目で硫化水素臭が認められたことで、飲料水には適さないが、工事用用水としては十分な結果を得た。実際に採水した地下水の様子を図-7に示す。
図-4

井戸構造図

5. 揚水試験
揚水量確認のための揚水試験は下記要領で行った。
①

5段階（各段階60分）

②

水位確認

③

目視にて濁度・楊砂の有無④

流量は「三角堰流量法」にて測定

揚水試験結果を図-5、図-6に示す。

図-7 実際に採水した地下水
実際に採水した地下水は目視では SS（浮遊物質）が全く確認されず、臭気についても違和感を覚えることはな
かった。したがって本井戸は、工事用用水確保の目的は十分に果たせるものと判断できた。

6. 井戸設置における他の留意点
今回の工事用用水井戸の計画から施工を行う中で、他に以下のような知見が得られた。
①

工法の選定において費用や工期も重要であるが、その地域の地層に適した工法を選定することも重要で

図-5 揚水試験結果①ある。
②

採水層が確保できない場合は掘削深度が深くなり、今回のように仕上げφ200mm の井戸は特殊なためフレキシブルな判断・材料調達が求められる。

③

採水可能な地層の判断は、既存の柱状図だけに頼るのではなく、泥水と共に上がってくるスライムの状況やオペレーターの感覚、逸水状況等全てを総合的に判断し、決定する必要がある。

図-6 揚水試験結果②

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO101】

現場透水試験の平衡水位の推定方法について
伸光エンジニアリング株式会社

1. はじめに

〇井元

辰哉，中村

智則

3. 平衡水位の推定方法

地盤調査の方法と解説では、
現場透水試験(単孔を利用

盛土の沈下予測手法を参考2)に双曲線法および浅岡のした透水試験方法)の平衡水位について、「試験実施後に方法(Δt 法)を用いて、平衡水位の推定を行った。推定

平衡水位を測定する場合，試験による孔内の水位変化が方法を以下に示す。

なくなったと判断できるとき，あるいは 1 日程度経過し(1) 双曲線法

た時点を平衡水位とする。1)」とされている。

① くみ上げ後の1回目の計測を起点(t=0)として、t/(ht-

平衡水位は試験結果を整理する際に基準となる水位であり、正確に測定する必要があるが、現場工程上、どうh0)を計算する。(図-2)② t と t/(ht-h0)の関係をプロットし、直線式の係数α、しても翌朝水位が測定できない場合、あるいは透水係数の概略値を速報として提出する場合など、平衡水位を推βを決定する。
③ 式-1、式-2を用いて水位を推定する。

定する必要がある。

hf=h0+1/β ······················ 式-1

本発表では、現場透水試験の測定結果から平衡水位を推定する方法について検討を試みた。

ht=h0+t/(α+β・t) ·············· 式-2
ここで、hf：双曲線法より求める平衡水位(m)、ht：時

2. 試験概要

間 t における水位(m)、h0：試験開始時の水位(m)、t：経現場透水試験を行った地点の概略の地層断面を図-1

過時間(s)、α、β：係数
経過時間 t (s)に示す。今回の調査では、2 箇所でボーリング調査を実

0

500

1000

1500

2000

1500

施して、各地点ごとに As、Ds1、Ds2 層の 3 層で現場透水試験を行った。
現場透水試験は、試験孔からベーラーを用いて水をく
t/(ht－h0)

1000

み上げた後の孔内水位の回復過程をロープ式水位計で手動測定した(非定常法・回復法)。
孔内水位の測定間隔は、

θ

500

0、15、30、45 秒、1、2、3、4、5、6、7、8、9、10、15、20、25、30 分で計測を行った。

α

測定結果より、
調査地点の透水係数および平衡水位(翌0朝水位)は表-1 に示すとおりである。

図-2 双曲線法によるデータ整理方法

GL±0m(2) 浅岡の方法(Δt 法)

Ac1

(N≒0)

① 一定の時間間隔(Δt)で測定したデータを抽出し、水位差 s(=ht-h0)を計算する。

-15m

As

(N=10～30)

-25m

-40m
-45m

② Y 軸に t=i の時の水位差 si、X 軸に t=i-1の時の水位
差 si-1をプロットし、係数α、βを決定する。(図-3)③ 式-3を用いて平衡水位を推定する。

Ac2(N=2～5)

Ds1(N=40～50)

Dsc(N=20～40)

Ds2(N=30～50)

hf=h0+α/(1-β) ················· 式-3
ここで、hf：浅岡法より求める平衡水位(m)、h0：試験開始時の水位(m)、α、β：係数
2.0

-55m

si (m)

1.5

図-1 地層断面(概略)1.0

表-1 現場透水試験結果
測定
番号
1-1
1-2
1-3
2-1
2-2
2-3

測定深度
(GL- m)22.0～22.5
42.5～43.0
57.5～58.0
23.5～24.0
44.5～45.0
57.5～58.0

土質名

地層

細砂
シルト混じり細砂
シルト混じり細砂
細砂
シルト混じり細砂
シルト混じり細砂

As
Ds1
Ds2
As
Ds1
Ds2

試験開始水位 平衡水位h0(GL- m)h(GL- m)
4.48
2.98
6.71
3.29
10.84
3.26
7.32
2.69
5.03
3.09
8.57
2.93

透水係数
k(m/s)
3.25E-05
2.09E-05
7.99E-06
2.21E-06
1.35E-05
1.53E-05

0.5

θ
α

0.0
0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

si-1 (m)図-3 Δt 法によるデータ整理方法

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 検討結果

0.000

現場透水試験で測定した翌朝水位と平衡水位の推定値0.100を比較した。浅岡法(Δt 法)はΔt=60s とΔt=300s のふ

0.200
0.300

(ht-h0)/hf-h0)

たつのケースについて整理した。結果は図-4、表-2のとおりである。
双曲線法、浅岡法(Δt 法)ともに、ある程度の誤差で

0.400
0.500
0.600

平衡水位を推定することができた。双曲線法は翌朝水位0.700より平衡水位を高く推定する傾向にあった。一方で浅岡

0.800

法(Δt 法)は平衡水位を低く推定する傾向にあった。

0.900

この結果のうち、”2-1”については実測値と推定値の

1-1
1-2
1-3
2-1
2-2
2-3

1.000

1

10

100

間に大きな差がある結果となった。これは図-5に示すよ1000

うに、初期の水位回復が極めて遅いことから、ボーリン

図-5 水位変位と経過時間の関係

グ孔内の洗浄が十分ではなかったことなどが原因ではな

表-3 推定値のばらつき

いかと推察される。
“2-1”を除いた平衡水位の推定値のばらつきについて 、 翌 朝 水 位 に 対 す る 偏 差 (h-hf) の 分 散 σ 2(= Σ (hhf)2/n)と標準偏差σ(=√σ2)を求めて比較した。(表-3)
双曲線法、浅岡法(Δt 法)の標準偏差σには、そこまで大きな差異はみられなかった。

10000

経過時間 t (s)

翌朝水位との水位差 h-hf
1-1
1-2
1-3
2-2
2-3
0.06 -0.24 0.75 0.23 0.11
浅岡法 Δt=60s -0.36 -0.80 -0.11 -0.26 -0.36
浅岡法 Δt=300s -0.10 -0.56 -0.23 -0.20 -0.35
平衡水位
推定方法
双曲線法

翌朝水位との誤差
2

分散 σ

標準偏差 σ

0.14
0.20
0.11

0.37
0.44
0.33

一概に優劣を決められない。圧力式水位計などを用いて連続した記録を取り、同じデータ範囲で比較してみるこ

浅岡法(Δt 法)のΔt=60s とΔt=300s のケースを比較した場合、Δt=300s のほうがわずかにσが小さい値を示とが今後の課題として挙げられる。

5.

まとめ

している。ただし、測定間隔の関係からΔt=60s は1～10

現場透水試験(単孔を利用した透水試験方法)の平衡水

分、Δt=300s は5～30分の範囲をプロットしているため、位について推定を試みた結果、双曲線法および浅岡法(Δt 法)ともに、ある程度の予測が可能であることが確認さ

翌朝水位 h (m)
2.0

2.5

3.0

3.5

4.0

0.0

れた。ただし、基本的に平衡水位は正確に測定する必要がある事は言うまでもない。
測定した翌朝水位と推定した平衡水位に差異が生じていた場合、1時間程度の時間をおいてから水位変化を測定
して平衡状態にあるか確認する。あるいは、再度、水を2.0

平衡水位 hf (m)

くみ上げて初期の水位変化を確認するなどデータを見直すことも重要である。
今回の“2-1”のケースのように初期の水位回復が遅4.0

い場合があるため、水位変位と時間経過の関係をグラフに示して確認し、測定時間を長く取ることで推定精度は

6.0

“2-1”

さらに上がるものと考えられる。

双曲線法
浅岡法 Δt=60s
浅岡法 Δt=300s《引用・参考文献》

h=hf

1) 公益社団法人地盤工学会(2013)：地盤調査の方法と8.0

解説，p.521
図-4 平衡水位の実測値と推定値の比較

2) 松尾稔，柴田徹（1979）：建設技術者のための現場計

表-2 比較結果一覧表
測定
番号

測定深度
(GL- m)

翌朝水位
h(GL- m)

1-1
1-2
1-3
2-1
2-2
2-3

22.0～22.5
42.5～43.0
57.5～58.0
23.5～24.0
44.5～45.0
57.5～58.0

2.98
3.29
3.26
2.69
3.09
2.93

測工法，p.44-47，日刊工業新聞社
双曲線法
水位差 h-hf

平衡水位
hf(GL- m)
2.92
3.53
2.51
4.20
2.86
2.82

(m)
0.06
-0.24
0.75
-1.51
0.23
0.11

(%)
2.0
-7.3
23.0
-56.1
7.4
3.8

浅岡法 Δt=60s
水位差 h-hf

平衡水位
hf(GL- m)
3.34
4.09
3.37
6.56
3.35
3.29

(m)
-0.36
-0.80
-0.11
-3.87
-0.26
-0.36

(%)
-12.1
-24.3
-3.4
-143.9-8.4-12.3

浅岡法 Δt=300s
水位差 h-hf

平衡水位
hf(GL- m)
3.08
3.85
3.49
4.99
3.29
3.28

(m)
-0.10
-0.56
-0.23
-2.30
-0.20
-0.35

(%)
-3.4
-17.0
-7.1
-85.5
-6.5
-11.9

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO102】

イオン分析と通年観測による地下水の分類事例
株式会社日さく〇橋本

拓弥， 伊藤健二, 岡部

1. はじめに顕, 伊藤悠太, 野澤玲奈

表-1 イオン分析項目

本報告は調査地における地下水の流動状況の把握に向分析項目

けて、地下水の水質に着目し、調査地にある複数の観測

陽イオン

Na+・K+・Ca2+・Mg2+

井から観測される地下水を分類した事例の紹介である。

陰イオン

2. 調査の手順

非解離成分

Cl-・SO42-・HCO3SiO2

調査地は、2021年4月に堤体の打設が完了し、同年12月

3. 結果

より試験湛水が行われているダムサイトである。地質は3-1. イオン分析結果

領家帯の花崗岩および花崗閃緑岩が分布する。

イオン分析で得られたシュティフダイアグラムから地

今回、実施したイオン分析は2023年12月に図-1の3地点

下水を以下の2種に分類した。(表-2)で採水した。経年観測は図-1の地点で試験湛水が開始し

1. Ca2+と HCO3-の溶存量が多い算盤型

た2021年12月より週1回の頻度で観測を行っている。

2. Ca2+と HCO3-の溶存量が少なく、算盤を横からつぶしたような型
表-2 各地点のイオン分析の分類結果
地点

イオン分析による分類

DLB-36
DLB-37

算盤型

DLB-37 DLB-37 1

算盤型

DLB-36

DLB-36

B-5

2

B-2

DRB-3

算盤を横からつぶした形

B-5

B-5
0

1

3-2. 経年観測結果
経年観測の結果を図-3に示す。観測データの期間は500m

2021年12月1日～2023年8月1日であり、ダムの試験湛水は
図-1 調査地の平面図1)

2021年12月中旬より開始している。

実施したイオン分析の結果はシュティフダイアグラム(図-2)に示した。分析項目を表-1に示す。
経年観測では地下水位、水温、pH、EC の測定を行った。

洪水時最高水位 EL.276.900 m
平常時最高水位 EL.262.000 m
洪水期制限水位 EL.260.700 m

凡例：観測井深度：有孔管深度

図-2 各地点の分布状況とシュティフダイアグラム

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-3 各地点の経年観測の分類結果
310

地点

290

地下水位(EL+m)

270

経年観測による分類

DLB-36A

経年を通してほぼ一定

DLB-37A

経年を通してほぼ一定

B-5B

水温に季節変動あり

250

230
210
190

170

DLB-36

DLB-37

4. 考察

湛水位

B-5

以下、イオン分析と経年観測の結果について、図-2の

150

各地点の分布状況と地質の情報を合わせて地下水の分類

19
DLB-3618

DLB-37を検討した。

B-5

17

DLB-36：

水温(℃)

16

経年の観測結果に変動がみられない。地下水位・水温

15に季節変動が認められない点から流動が比較的速い表1413

層の地下水の可能性がある。

12

DLB-37：

11

DLB-36と同じ傾向がみられる。同じく流動の比較的速10い表層の地下水だと考えられる。

25

DLB-36

DLB-37B-5：B-5

電気伝導率(mS/m)

20

水温が季節変動を受けていることから気温による影響
15を受けていると判断できる。
イオン分析では分類2となる

10点、図-2では深部まで有孔管が設置されている点から、

5

表層からの地下水と深部からの地下水が合わさったものだと考えられる。

0以上の考察より各地点にみられる地下水の系統の分類を表-4の右に示す。

8
DLB-36

DLB-37B-5

表-4 各地点の地下水の系統の分類

7.5
7

イオン分

経年観

析による

測によ

分類

る分類

pH

6.5

地点

6

5.5

地下水の系統の分類

5

DLB-361A①

表層の地下水

4.5

DLB-371A①

表層の地下水

B-5

2

B

②

降雨量(mm)

4

200

日降雨量

表層の地下水＋深部の地下水5. まとめ
本調査ではダムサイト周辺でイオン分析を実施した結100

果、2種の地下水に分類でき、経年の水質データでは同じ
0
R3.12.1

R4.3.1R4.6.1R4.9.1R4.12.1

R5.3.1

R5.6.1

く2種の地下水に分類できた。
両者について総合的に判断すると、①表層の地下水、②表層の地下水+深部の地下水

図-3 各観測井の地下水位・水質とダム湛水位・降雨量2)の2種に分類できると判断した。

6. 謝辞
図-3より確認された各観測井の特徴を以下に示す。

本報告を進めるにあたり、独立行政法人水資源機構木

DLB-36：

津川ダム総合管理所川上ダム管理所には、調査の際に資・変動はほとんどみられない。

料の提供をはじめ大変協力していただいた。ここにお礼

DLB-37：を申し上げる。

・変動はほとんどみられない。

《引用・参考文献》

B-5：

1) 国土地理院(に加筆)(最終閲覧日2023.6.2)

・水温には周期性がある。

2) 気象庁アメダス：観測地点「名張」(最終閲覧日

以上の結果より経年観測の分類を表-3に示す。

2023.6.2)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO103】地下水位と気象データを用いた重回帰分析による地下水位予測の事例
明治コンサルタント株式会社

1. はじめに

〇黒郷

純子，高橋

宏文，奈良

杏子

（式-1）を作成し、予測水位を決定した。

建設工事においては、地下水や河川などの水環境へのy＝（A1×ｒ1+A2×ｒ2+・・・）+C・・・（式-1）

影響を監視するために水文調査が行われる。この調査で

y:予測水位、A×ｒ：説明変数

は、水量、水位、水質などを工事前、工事中、工事後にA1、A2…:各変数の係数、r1、r2…:各変数データ、C:切片

わたり測定し、工事による影響を監視・評価する。

(4) 重回帰分析における変数の評価方法

工事が地下水位に与える影響を評価する方法の一つと回帰式による予測値の精度を測る指標として、以下のして、多変量解析（重回帰分析）を用いる方法がある。

データを用いる。

この方法は、施工前の地下水位と降雨量などのデータか

補正 R2：予測値の良さ。0≦R2＜1で表され、1に近い

ら相関式を導き出し、その相関式から得られた予測水位

ほど、よい予測値。

と実測水位と比較することで施工の影響を判断するもの

t 値：変数の影響度。絶対値2以上で影響あり。

である（図-1 概念図）。

P-値：有意水準。0.05未満を有効とする。
(5) 解析結果
重回帰分析を用いて行った水位予測結果を示す。
表-1に示す説明変数を用いて予測を行った結果を図-3に示す。変数の影響度 t 値によると、1日前累計雨量の影
響が最大となった後、日数を経ることに次第に影響が弱くなる傾向が認められた。回帰式での補正 R2は0.81と実図-1 多変量解析による影響評価の概念図

測値と予測水位に強い相関があるが、降雨量の少ない時一般的に、降雨量と地下水の変動には強い相関が見ら期に大きな誤差が生じることが認められた。

れる。
多変量解析を用いる手法は一般的となってきおり、

表-1 回帰分析結果

筆者らも様々な現場で採用しているが、今回の報告では、①相関式を作成する際の構成要素として降雨量と潮位を用いた事例、②異なる地形条件においては有効な降雨量
変数は大きく異なることが確認された事例について説明する。

2. 降雨量と潮位を用いた事例(1） 井戸設置条件
海岸線より約200m 内陸にある山麓部：変数の諸元（雨量）

係数

t

P-値

切片

0.266335

158.162

0

1日前累計雨量

0.005483 121.5812

0

重相関 R

0.903031

2日前累計雨量

0.004048 89.18131

0

重決定 R20.815465

3日前累計雨量

0.00318

69.9343

0

4日前累計雨量

0.002667 58.69133

0

補正 R2

0.8153

5日前累計雨量

0.00238 52.35313

0

標準誤差

0.089254

観測数

16787

6日前累計雨量

0.002082 45.87442

0

7日前累計雨量

0.001796 39.86612

08-10日前累計雨量

0.0014 60.03288

0

11-13日前累計雨量

0.00101 43.47025

014-16日前累計雨量

0.000708 30.20977 2.9E-195

17-20日前累計雨量

0.000489 24.24066 1.3E-127

21-25日前累計雨量

0.000417 23.57024 7.1E-121

26-30日前累計雨量

0.000472 26.88334 6.8E-156

2か月前累計雨量

0.000338 52.79286

3か月前累計雨量

0.000201 32.13243 6.8E-220

回帰統計

雨量の変動が少ない時期でも実測水位には変動が認められる。

0

沖積低地上に設置された約 GL-4m の掘抜き井戸

雨量(mm)

解析地点

水位(GH=m)

海河川
図-2 地形条件1)(2) 使用データ◆自記水位計での観測値（1時間毎）
2)◆1時間毎降雨量

図-3 実測水位と予測水位の比較図（変数：雨量のみ）
ここで、現地が海岸線に近いこと、また、降雨量が長2)◆1時間毎実測潮位

期間にわたって大きな変動がない時期に水位が規則的に(3) 予測水位算出方法

変動していることを考慮し、実測潮位を変数として加え予測水位を目的変数［y］とし、降雨量及び潮位を説明て解析を行った。解析結果を表-2、図-4に示す。潮位を変数とし、表計算ソフトのデータ分析（重回帰分析）の考慮した相関式では、補正 R2は0.92と非常に強い相関性機能を使用し、解析を行った。

が認められ、降雨量の少ない時期にみられた、規則的な解析により算出された係数及び切片を用いて相関式

変動も反映させることができた。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-2 回帰分析結果：変数の諸元（雨量）：変数の諸元（潮位）
係数

回帰統計

切片

t

(4) 解析結果
解析結果を表-3に示す。回帰式での補正 R2は0.83～

P-値-1.20217 -107.328

0

重相関 R

0.958808

1日前累計雨量

0.00488

150.780

重決定 R20.919314

2日前累計雨量

0.003298 100.9371

0

3日前累計雨量

0.002275 73.05768

0

補正 R2

0.919237

4日前累計雨量

0.002039 66.48885

0

標準誤差

0.05902

5日前累計雨量

0.001953

64.4339

0

観測数

16787

6日前累計雨量

0.001723 56.94474

0

7日前累計雨量

0.001535 51.29421

0

8-10日前累計雨量

0.001181 75.90778

011-13日前累計雨量

0.000754 48.82463

0

潮位を変数に加えた結果、

14-16日前累計雨量

0.000495 30.33476

8E-1972か月前累計雨量

6.07E-05 12.57217 4.37E-36

補正 R2=0.92 と非常に高い

3か月前累計雨量-0.00011 -24.4298 1.5E-129

1日前平均潮位0.282645

相関性が認められた。

2日前平均潮位0.208264 15.66655 6.28E-55

3日前平均潮位0.315674 32.49311 1.2E-224

14-16日前平均潮位-0.03805 -6.65568 2.91E-11

0.86といずれも実測値と予測水位に強い相関が認められる。ここで、変数の影響度 t 値から見ると、海岸に近い
平野部にある S 地点は1～2週間前までの累積降雨量が水位変動に大きく影響している一方で、段丘地形上の K 地
点では2週間前～2か月前の累積降雨量が影響していることが認められた。地形条件の違いで、地下水位が影響を

29.3081 3.5E-184

受ける降雨時期が大きく異なることが確認できた。
表-3 解析結果 □：t 値＞10 となる項目
S 地点 結果

K 地点 結果

雨量(mm)

水位(GH=m)

回帰統計

回帰統計

重相関 R

0.913339

重相関 R

0.930303

重決定 R20.834188

重決定 R20.865464

補正 R20.830565

補正 R2

0.862525

標準誤差0.083893

標準誤差0.16394

観測数

609

係数

図-4 実測水位と予測水位の比較図（変数：雨量・潮位）

t

観測数

609

係数

P-値

t

0.254709 30.49117 1.1E-123

切片

当日雨量

0.005125 21.05004

6.1E-74

当日雨量-0.00064 -0.91814 0.358917

1日前雨量

0.003896 15.33381 5.76E-45

1日前雨量-0.00344 -4.80246 1.99E-06

2日前雨量

0.003007

11.8196 4.19E-29

2日前雨量-0.00399 -5.61059 3.09E-08

3日前雨量

0.002539 9.987061 8.09E-22

3日前雨量-0.00411 -5.77577 1.24E-08

4日前雨量

0.002308 9.077133 1.62E-18

4日前雨量-0.00408 -5.71595 1.73E-08

5日前雨量

0.002003 7.874418 1.63E-14

5日前雨量-0.00426 -5.96778 4.13E-09

6日前雨量

0.001644 6.475612 1.98E-10

6日前雨量-0.00409 -5.71526 1.73E-08

7日前雨量

0.001436 5.871718 7.17E-09

7日前雨量-0.00402 -5.67495 2.17E-08

8-14日前累計雨量

0.001007 14.56736 2.47E-41

8-14日前累計雨量-0.00385 -19.2455 1.55E-64

15-21日前累計雨量

6.54E-05 0.723563 0.469618

15-21日前雨量-0.0031 -16.0608 1.75E-48

21-30日前累計雨量

0.000464

7.39051 4.98E-13

21-30日前雨量-0.00264 -16.0632

2か月前の累計雨量

0.000329

11.7036 1.28E-28

2か月前の累計雨量-0.00173 -22.0819 2.24E-79

3か月前の累計雨量

0.000247 8.171993 1.83E-15

3か月前の累計雨量-0.00092 -11.7957 5.28E-29

3.2943 235.3198

4. まとめ
変数：雨量のみ

変数：雨量と潮位図-5 <変数>雨量のみ、雨量と潮位の場合の比較

3.地形の違いによる有効な変数の違い
相関性の強い回帰式を作成するためには、どの期間の降雨量を用いるかが重要である。地形の違いによって有効な降雨条件が異なることが想定されることから、説明
変数は雨量のみとし、前述した海岸沿いの平野部と内陸の河川沿いの段丘上の地点で、様々な期間の雨量を用いて回帰式を作成した。予測水位の算出方法及び数値の評
価法については、前述2章(3)、2章(4)に準ずる。
(1) 井戸設置条件

多変量解析を用いて工事の影響評価を行うためには、工事前の水位変動傾向の相関式を精度よく作成することが重要となる。
地下水位変動に関わる条件として降雨量と潮位を加えた事例、また、地形条件の違いによって地下水位に強く影響を与える降雨量の時期が明らかに異なる事例を示した。本報告では、降雨量や潮位などの自然条件のみで予測を行ったが、実際は代掻き、揚水などの人為的な行為
が水環境に影響を与えることも多い。精度の高い水位予測を行うためには、地形や地質条件や周辺環境について十分把握することが重要と考える。

5. 感想

各観測地点の地形条件を図-6に示す。

有効な説明変数を見つける方法として、
まず雨量のみを変数とした回帰式で予測した水位と実測水位を比較す

海
解析地点

る。次に、両者の差が大きい期間の実測水位の挙動を観
河川

解析地点

海岸平野
河川

段丘地形
図-6 観測地点の地形区分１）(2) 使用データ◆自記水位計での観測値（1日毎）◆1日毎降雨量2) 3)(3) 解析条件
変数として、0～7日前の各日、2週間前、3週間前、4週
間前、1～2か月前、2～3か月前の累積雨量を用いた。

P-値

切片

察することで、有効な説明変数を特定する手掛かりを得ることができ、解析作業を効率的に進めることができると感じられた。
《引用・参考文献》
1) 国土地理院地形図（最終閲覧日2024.5.13）
https://mapps.gsi.go.jp/maplibSearch.do#1
2) 気象庁各種データ・資料（最終閲覧日2024.5.7）
https://www.jma.go.jp/jma/menu/menureport.html
3) 国交省 水文水質データベース（最終閲覧日2024.5.18）
http://www1.river.go.jp/

01.7E-48

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO104】

地下水流向流速測定を用いた洪積台地における地下水流動状況の推定
株式会社日さく1. はじめに〇二ムマヴォン

ヌッサカ、長谷川

智史、高松

泉歩

洪積礫層が分布する。洪積礫層の下位には、上総層群の建設工事による地下水への影響を考える上で、地下水の流動方向の把握は重要である。地下水の流動状況を推定する手法は、一斉測水や地下水流向流速測定などが知られている。

礫層および砂質土層が分布する。
(2) 調査目的
本調査は、洪積台地における地中構造物築造工事の設計に際し、地下水の流動状況を把握するため、観測井戸

今回、洪積台地に位置する調査地において、観測井戸(6箇所)を設置し、一斉測水および地下水流向流速測定をを設置し、一斉測水を実施するとともに地下水流向流速行った。

測定を実施した。地下水流向流速測定の結果、洪積台地(3) 調査方法

において想定される大局的な流動傾向とは一部異なる流①観測井戸設置

動方向が推定された。この違いについて、地形状況に基づき解釈を行った事例について報告する。

オールコアボーリング実施後、口径50mm の観測井戸を6箇所設置した。 井戸深度およびスクリーン位置等の井戸構造については、図-2に示したように、上総層群砂礫

2. 調査概要層(Kag 層)および上総層群第2砂質土層(Kas2層)を対象(1) 地形地質概要に設置した。

調査地は、東西に広がる台地に位置しており、調査地の南側には崖線が分布する。図-1によれば、地下水は東南東方向へ流動していることが知られている。

②一斉測水設置した6箇所の観測井戸において、
ロープ式水位計を用いて手測りで地下水位の測定を行った。

地質構成としては、表層に関東ローム層、その下位に③地下水流向流速測定
地下水流向流速測定は、本業務で設置した6箇所の観測井戸を対象とし、GFD 型の地下水流向流速測定器を使用し実施した。測定器を測定深度に設置した後、ヒーターを加熱し、16個の温度センサーにより温度上昇過程を計測する。流速が速いと温度が低く抑えられ、流速が遅いと高くなる。また、地下水流動の上流側センサーは温度が上昇せず、その下流側では上昇する。温度センサーの温度差を把握することにより、流向及び流速が求められる。なお、流向流速測定は参考資料 1)に基づき実施した。

調査地
0

5

3. 調査結果

10 km(1) 一斉測水結果
図-1 調査地周辺における不圧地下水面図

一斉測水結果から作図した地下水位等高線図を図-3に示す。調査地周辺の地下水は、大局的には西から東に向
かって流動していると想定される。
150m

Dg

Dg
90m

89m

88m

ス
ク
リ
ー
ン
位
置

100m
図-2 想定地質断面図

図-3 調査地周辺の地下水位等高線図 2)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(2) 地下水流向流速測定結果

本調査は、地中構造物による地下水影響を対象として地下水の流向と流速を表-1および図-4に示す。地下水いるため、観測井戸の配点は構造物計画エリア周辺に限流向流速測定においては、地下水等高線図(図-3)と同様られる。このため、観測地点が少なく、配点が偏り、面に、一部の地下水の流れは南方向または東方向に向かう的な広がりを持たないことから、一斉測水結果と流向流傾向が見られた。ただし、流動方向のばらつきが見られ、

速測定結果は必ずしも一致しなかった。図-6には、流向

主に東側に分布する観測井戸では北東方向への流動が見

流速測定結果と一斉測水による地下水位等高線図を重ねられた。

て示した。一斉測水結果では北東方向への流動傾向は上
表-1 地下水流向流速測定結果

手く表現できていない。しかし、一斉測水に流向流速測
定結果と合わせ、微地形と組み合わせることで、地下水

地下水流向流速測定
地点名
流速(cm/min)

流向 ※

測定深度

R5-No.1

0.59

80.9° (東北東)15m

R5-No.2

0.113

169.5° (南南東)16m

R5-No.3-1

0.025

42.9° (北東)15m

R5-No.3-2

0.096

58.4° (北東)13m

R5-No.50.016

26.0° (北北東)15m

R5-No.6

0.012

173.7° (南)14m

流動状況について妥当な解釈を行うことが出来た。

尾根線

90
98

97
96

95

※磁北から時計回りの角度

南東方向へ流動94
北東方向へ流動150m

図-5 地下水流向と周辺の微地形

南東方向へ流動(5m DEM データに基づきカシミールにて作図)

北東方向への流動

90m

89m

88m

150m
図-4 地下水流向流速測定結果平面図 2)

4. 考察
参考文献および広域地形に基づけば、調査地周辺の地
下水は、大局的に東または南東方向に流動していると想

150m

定される。
一斉測水結果から地下水位等高線図を描くと、地下水

図-6 地下水流向と周辺の地下水等高線 2)は、西から東に向かって流動している傾向が見られ、広域的な流動傾向と一致している（図-3）。

5. おわりに

地下水流向流速測定では一斉測水とはやや異なり、観このような調査においては、一斉測水の結果だけでは測井戸の設置位置により流向の違いが明瞭で、西側ではなく、地下水流向流速測定を組み合わせることによって、東南方向への流向を示し、東側の観測井戸では北東方向

地下水の現況を詳細に把握することができる。今後もこへの流向を示した。

のような調査方法の組み合わせを実施していきたい。

図-5に調査地周辺の微地形表現図を示す。図-5によると、調査地中央に微小な尾根があることが分かる。地下
水流向はこの尾根を境に東西で異なっていることから、浅層地下水が微地形による地形勾配に沿って流動しているものと解釈できる。

《引用・参考文献》
1) 改訂版現場技術者のための地質調査技術マニュアル：
GFD 型地下水流向流速測定器の概要
2) 国土地理院地形図(https://www.gsi.go.jp)に加筆

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO105】

砂礫地盤を流れる排水路の改修工事に伴う周辺地下水への影響事例
株式会社キタック

1. はじめに〇北見

志保，大渕 貴②施工工程：本稿で紹介する改修区間は約7年の施工期間

砂礫地盤の集落内を流下する排水路の改修工事で、水を経て新水路の通水が開始された（図-3）。

路の拡幅及び河床の掘削工事により周辺地下水位の低下が懸念された。そこで、改修工事が地下水へ与える影響
図-3 施工工程と地下水位観測期間を把握することを目的に、施工前から施工後の期間にかけて地下水位観測孔を設置して地下水位観測を行った。
本稿では改修工事の施工工程ごとの地下水位と降雨量の関係を整理し明らかになった、施工前後の地下水位変動
傾向について報告する。

3. 観測方法
改修区間周辺の地下水位変動状況を把握するために自記水位計を用いて地下水位を観測した。
①観測孔の設置位置は「ウェルポイント工法便覧1)』によ2. 排水路改修工事の概要

る土質ごとの影響半径（表-1）より影響半径を400m と(1) 地盤状況想定し、その中で民間井戸が密集する箇所を選定した。
表-1 土質ごとの影響円の半径

改修工事個所は山麓の更新世段丘面から氾濫平野に流下する排水路で、氾濫原性堆積物の砂・砂礫が深度10m 付
近まで分布する。現場透水試験結果より、砂・砂礫層の透水係数は1×10-4m/sec オーダーで中位の透水性を示

土質区分
粗れき
れき
粗砂

影響円の半径1500m 以上
500～1500m
400～500m

土質区分
中砂
細砂
シルト

影響円の半径100～400m
10～100m
5～10m

す。地下水位は GL-1～-3m の範囲で確認されており、上記の砂・砂礫層が当該地の主な帯水層である（図-1）。

図-1 排水路地質縦断図(2) 地下水利用状況
排水路周辺の集落には民間井戸が多数存在する。井戸
深度は浅いものが多く、深度10m 以浅の井戸が全体の約7

図-4 施工工程と観測孔位置割を占める。民間井戸は主に消雪用、農業・灌漑用とし②観測孔の深度は、民間井戸の設置が最も多く、かつ当て利用されており、灌漑期及び降雪期には井戸利用が活該地の主な帯水層（砂・砂礫層）が分布する GL-10m

発で、井戸利用箇所では局所的な水位低下が観測される。

とした。民間井戸と同程度の井戸構造とするために、(3) 排水路改修工事の概要

GL-6～-10m 間をストレーナー区間とした。水位計セ

排水路改修区間（総延長約2km）のうち、本稿では改修

ンサーは GL-9.5m 付近に設置した。

工事が完了し、地下水観測が終了した約1km 間について、③地下水位観測計の観測データは1時間毎に記録した。

施工概要を述べる。

④降雨量観測データは施工箇所近傍のアメダス観測デー①排水路構造：改修前の排水路（以降「旧水路」）は幅1m

タ2)を用いた。

×深さ1m の三面張り水路である。新設排水路（以降「新水路」）は幅4m×深さ1.2m の大型フリューム水路であ4. 観測結果と分析る。新水路は改修により大規模な拡幅・掘下げを行う

観測データから改修工事に伴う周辺地下水への影響をために、ウェルポイント工法により地下水位を強制的分析するために、
以下の方法で観測結果をとりまとめた。

に低下させた状態で掘削が行われた（図-2）。

（1）施工段階に分けた地下水位経時変動グラフの作成（2）降雨量と平均地下水位の散布図の作成(1) 地下水位経時変動グラフによる分析
地下水位および降雨量の観測データより作成した経時変動グラフを図-5に示す。

図-2 排水路標準断面図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

図-5 地下水位経時変動グラフ①施工中の地下水位変動：ウェル使用期間には施工地周修区間からの距離に比例することを確認した。

辺で地下水位の低下が観測されたが、ウェル使用終了
後には水位低下前と同程度の水位まで回復した。このことから、ウェルによる水位低下は施工中の一時的な変動であり、ウェル使用終了後に地下水位の回復が見込めるといえる。
②施工後の地下水位変動：地下水位経時変動状況を施工段階ごとにみると、施工が進むに併せ地下水位が低下していることを観測した。
(2) 降雨量と平均地下水位の散布図による分析
降雨量と地下水位の関係と施工前後の地下水位変動を把握するために、施工前（観測開始）から施工後（新水凡例

路通開始後）までの観測データを「1カ月の総降雨量」と●：施工前●：施工中(ウェルなし)
×：施工中(ウェルあり)●：施工後…：施工前 近似曲線…：施工中 近似曲線…：施工後 近似曲線

「1カ月の平均地下水位」ごとに整理し、降雨量と地下水位の散布図を作成した。散布図は①施工前、②施工中（ウェル稼働なし）、③施工中（ウェル稼働あり）、④施工後の4つの施工段階に区分しとりまとめた。相関係数より、

図-6 地下水と降雨量の散布図

データ点数が少ない①施工前は相関関係が低いものの、④施工後は正の相関関係にあることを確認した（表-2）。
表-2 月総雨量と平均水位の相関係数
施工前
施工中
施工後

No.1
未設置
ウェル稼働なし 0.47
ウェル稼働あり -0.08
0.67

No.2
0.21
0.50
0.22
0.68

降雨量と平均水位の相関係数 r
No.3
No.4
No.5
No.6
未設置 0.19
0.12
0.28
0.53
0.50
0.49
0.54
0.23
0.15
0.08
0.22
0.66
0.70
0.67
0.45

No.7
0.22
0.49
0.18
0.41

5. おわりに
砂礫地盤を流れる排水路の改修工事に伴う周辺地下水

No.8
0.05
0.51
0.19
0.39

への影響事例を紹介した。雨水の涵養によって地下水位が上昇・低下することから、施工前後での地下水位の変観測データの中で月総雨量100m 前後のデータが最も動状況を把握するためには降雨量の差異による地下水位

サンプル数が多いことから、散布図の累積近似線で月総変動を考慮する必要がある。降雨量と地下水位の関係と雨量100mm の月平均地下水位を比較した結果、④施工後

施工前後の地下水位変動を把握するために作成した降雨の地下水位は、同じ月降雨量であっても①施工前の地下量と地下水位の散布図は、施工前後の地下水位を定量的

水位より40～100cm 程低い結果となった（図-6）。施工前に評価することができ、工事影響範囲の推定に有用であ後での水位差は排水路から観測孔までの距離が近いほどった。周辺地下水の低下が懸念される工事で事前に利水

大きく、反対に離れた地点の観測孔ほど水位差が小さい

状況調査を行うにあたり、施工影響評価を行う際に本稿傾向となった。

の事例が参考になれば幸いである。

(3) 改修工事に伴う地下水位影響範囲の推定《引用・参考文献》

排水路から観測孔までの距離と施工前後の水位低下量から水位低下量コンター図を作成し、改修工事による地下水位への影響範囲を推定した。各観測孔の水位低下量

1) -改訂版-ウェルポイント工法便覧（1993）：日本ウェ
ルポイント協会
2) 気象庁アメダス：観測地点「瓢湖」(最終閲覧日と排水路からの位置関係より、コンターは排水路改修区

2024.5.24)，間に対して概ね平行に描かれ、施工による水位低下は改

https://www.jma.go.jp/jma/index.html.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO106】

住民理解を深めるために実施した模型実験の事例紹介
株式会社藤井基礎設計事務所

1.

はじめに

寺本 蒼

はじめに，地すべりの末端を取ってしまうと不安定に

本発表では，住民の理解を深めるために，模型実験をなることを地すべり模型を使って説明した（写真-1）．

行った事例について 2 つ紹介する．1 つ目は，法尻の土初期状態として，ナットを元地形である黒線内に敷き砂を撤去すると背後の地すべりが再活動する可能性があ詰める．次にパネルを傾ける．この操作によって土に重ることを，後退性地すべりの模型を使って説明した事例，

力が作用している状態を再現することができる．

2 つ目は斜面末端の崩土を残して押え盛土として活用し〇後退性地すべり模型たことを説明した事例である．

実際の崖地形の断面図をパネルの背景にし，その断面

両者とも民地内で対策した事例であり，住民はドボクを参考に模型を作成する．初期状態は，断面図の斜面勾の知識があまりない．そのため，現場の状況や設計の効配を参考にナットを配置する範囲を決め，ナットを黒線

果などを言葉で伝えてもイマイチ理解してもらえないと内に敷き詰める（写真-2）．次にパネルを傾ける．

考えた．そこで，模型実験により現場の状況や設計の効果を可視化し，少しでも理解が深まるよう工夫した．

（3）模型実験の結果〇地すべり模型

2.

事例① 後退性地すべり

パネルを傾けたことによりナットが全体的に前へ押し

1つ目は斜面崩壊により建物に近接した法面が押し出出され最初の位置よりも地面が下がった（写真-1）．黒され法尻の路肩幅が狭くなっていた事例である．現地調

線外へ出たナットを取ると重りが軽くなるのでまた地す査をした際には崩壊部の背後に滑落崖があり，さらにそべりが起きる．このようにして，今排出されている部分の背後にも複数の滑落崖があった（図-1）1)．住民としてを単純に切土すると地すべりが不安定になることを説明

は，斜面末端の小崩壊部分を切土して狭くなった通路幅

した．

を復旧することを要望していた．しかし，要望通り単純に切土すると地すべりの足元を排土することになり，背後の地盤が不安定となる．そのため，背後の地すべりについて調査が必要であることを模型を使って説明した．

ここの土砂をとると地すべりは不安定化する。
元地形

滑落崖

写真-1

図-1

一般的な地すべり地形1)

地すべり模型

実際の地形に見地すべりが後ろに拡大しられる崖地形。

て複数の滑落崖が出来る。

（1）模型実験の材料
模型実験の材料として以下のものを使用した．
・サイズの異なる金属ナット（土の粒子）
・発砲スチロール（固い地盤）
・ナイロンテープかプラ板（すべり面）
・パネル背景用の断面図（2）模型実験の方法〇地すべり模型

足元の土砂をとる。

写真-2

後退性地すべり模型

全地連「技術フォーラム 2024」新潟〇後退性地すべり模型（2）模型実験の方法

地すべり模型と同様にパネルを傾けたことによってナ押え盛土を撤去すると移動土塊はふんばる力よりすべットが全体的に前へ押し出され，最初の位置よりも地面る力が大きくなるので崩壊してしまう．このことを説明が下がった．黒線外へ出たナットを取ってパネルを傾けするために，下記の模型を使用した（写真-3a）．

る操作を何回かすると地すべりが後ろに拡大して複数の初期状態として，固い地盤の表面にプラ板またはナイ

滑落崖ができる．こうして出来た後退性地すべりの地形

ロンテープを張りすべり面を作る．その上に移動する土が実際の現地で見られる地形と似ていることを説明した塊を乗せる．押え盛土に見立てた重りを移動する土塊の（写真-2）．よって，単純な崩壊対策だけでなく，背後の末端に置く．パネルを傾けると，移動する土塊は押え盛

地すべりについて調査が必要であることを説明した．

土があることによって動かないことが分かるが，押え盛土を取ると移動土塊が動いてしまう事を視覚的に示す．

3. 事例② 押え盛土
二つ目は高さ10ｍ程度の斜面で崩壊が発生し，斜面末（3）模型実験の結果

端の崩土を押え盛土として活用した事例である．斜面下

パネルを傾けたことによって移動する土塊は前へすべには平場があり，もともとは畑として利用していた．しろうとするが，押え盛土によって動かずに安定している．

かし，崩壊した際に平場が崩土で埋まり，家まで到達し押え盛土を取ってしまうと，移動土塊は斜面上の人家とてしまっていた．応急対策として家側の崩土を斜面側へ

ともに動き出した（写真-3b）．

寄せる形で押え盛土を行い，恒久対策もそれを活かす設計とした．一度は了解を得ていたが，斜面下の住民から

4. まとめ「崩土を残したままだと敷地が狭くなるのでやはり押え本発表では，住民からの理解を深めるために模型実験

盛土を撤去したい」と言われ，工事に時間を要した．まを行い，現場の状況や設計の効果を可視化し，協議や住た，斜面上の住民からは「斜面に亀裂が入っており，家民説明会で活用した事例について紹介した．模型を活用にまで被害が出そうなので早く工事を進めて欲しい」として説明したことで，住民の不安や疑問点を減らすこという要望もあった．

ができ，理解を得られたので工事を円滑に進めることがこの現場では，調査設計費や工事費の4分の1を住民ができた．また，発注者からは分かりやすい説明だったと負担する事業であったため，必要最小限の設計を行っていうような言葉をもらうことができ，模型での説明は住いた．十分な調査ができない状況で，押え盛り土となっ民説明会では有効であることが示された．今後もこのよている崩土を撤去するとなると，斜面を不安定化させる

うな視覚的に理解のしやすい模型を活用し，住民説明会

可能性があることを住民へ伝えなくてはならなかった．

や協議の際により良いコミュニケーションと効果的な伝被害を広げないためにも工事を進める必要があったのでえ方を実現していきたいと考えている．

住民説明会を行った．
《引用・参考文献》（1）模型実験の材料

1） 上野将司（2012）：危ない地形・地質の見極め方,p.13,

模型実験の材料として以下のものを使用した．

日経 BP 社・発砲スチロール（固い地盤・移動する土塊）
・プラ板またはナイロンテープ（すべり面）
・重り（押え盛土・斜面上の人家）

b)

a)

すべり面

押え盛土

移動土塊

固い地盤
押え盛土を取ったことによって移動土塊が動き出した

写真-3

押え盛土の必要性にいつて全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO107】

ドボク模型で学ぶ「土質力学」
（その１）
株式会社

藤井基礎設計事務所

1. はじめに

藤井

俊逸

写真-1

土木構造物には土質力学が欠かせない．
「ドボク模型」

ストローの山に重りを用いることで，土木構造物どのように土質力学が使わ（約 1kgf）を載せる

れているのかを，一般の人にもわかるようにした．
「ドボ
ク模型」は 100 円ショップやホームセンターで手に入る
材料で，土木事象を表現するものである．ここでは，「土のう」の事例と「トンネル」の事例で説明を行う．
写真-2「土のう」模型 1) 2)

2.

重りは沈み込む(1) モデル化の方法
a)土のう袋 ⇔ トイレットペーパー：日頃使用しているが外力には耐えられないイメージがある．
b)中詰め土 ⇔ ストロー：断面を土粒子に見立て，その集合体を二次元化．
写真-3c) 荷重 ⇔ 漬物石など．
(2)実験方法と実験結果

ストローをトイレット

ケース１

ペーパーで巻く

トイレットペーパー無し

写真-1・写真-2 を参照．
ケース２

トイレットペーパー有り

写真-3～写真-5 を参照．
写真-4(3) 土のうの土質力学

重り 4kgf を土の粒子は押し付ける力には強いが，離れる力には弱載せても沈まないい性質を有するため，土の粒子を拘束して，ずれに抵抗する力（せん断力）を増してやれば大きな力に抵抗できる．
ケース1の場合，土に見立てたストロー同士を押し付ける力が働かないので，せん断抵抗力が生れず，重りを支

写真-5

えることができない．

重り 25 kgf を

ケース2の場合，
トイレットペーパーで巻いたストロー

載せても沈まないには押し付ける力が働き，重りが大きくなるほど押し付ける力も大きくなる．押し付ける力はせん断抵抗力を生み出し，ストロー同士がずれることが出来なくなる．その結果，大きな力に抵抗することができる．

3.

「トンネル」模型 2) 3)(1) モデル化の方法
a)トンネル支保工⇔ 厚紙：アーチ形状b)地盤 ⇔ ナット：土粒子の2次元モデル(3)実験結果c)ロックボルト ⇔ ガムテープを細く切ったもの

ケース１(2)実験方法
水平に置いた模型木枠に，紙で作ったトンネル断面，
整形用の型，周面にナットを配置する（写真－6）．
模型木枠をゆっくり起こすと，ナットに木枠をすべり落ちる力が作用する．この方法で重力を与える．

ロックボルト無し

ナットの重みでトンネル断面がつぶれる(写真－7)．
ケース２

ロックボルト有り

模型を最初の状態にセットし，トンネル断面の周囲に，
ロックボルトに見立てたガムテープを放射状にナットに貼る（写真－8）．模型をゆっくり起こすとトンネル断面

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
は潰れない．
(4) トンネルの土質力学
ガムテープに接着されたナットは固定され，その周辺のナットも動きにくくなる．写真-9のような動きにくい
ブロックが形成される．ブロックはクサビ状なので，トンネル内空方向にクサビが食込みトンネルは内空変位を発生する．その結果、クサビはだんだん硬くなっていく．
写真-10の山が崩れる力（下向き矢印）を，土の中にできたブロックが支える形になる．最後にコンクリートで覆工してトンネルが完成する．
写真-9 ロックボルト周辺がブロックとなる

山が崩れる力写真-10 地盤内ブロックが崩れる力を支える

写真-6 トンネル模型作成

4. おわりに「ドボク模型」
を使って土質力学を考えることで親しみやすくなる．社員への技術伝承や発注者への説明にも役立っている．
「手を動かして作ってみる」「作りながら学ぶ」ということが大切だと考える．是非，自分で作り，そして，多くの人に見せて自慢して欲しい．見せる場としては、以下が考えられる。
a)工事関係者（発注者・コンサルタント・施工業者）への説明
写真-7 ケース 1 トンネル断面はつぶれるb) 地元説明会で一般の人への説明c) 家に持ち帰り家族に説明《引用・参考文献》
1) 藤井俊逸（2014.3.24）：ドボク模型プレゼン講座第3④ガムテープ回土のうの強さの秘密とは,p54-57,日経コンストラクション.
2) 藤井俊逸（2015）：模型で分かるドボクの秘密，p7-16，
p27-36,日経 BP 社.
3) 藤井俊逸（2014.2.24）：ドボク模型プレゼン講座第2回トンネルはなぜ崩れない，p58-61,日経コンストラクション.

写真-8 ケース 2 トンネル断面はつぶれない【9【CO108】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

地盤技術者のボランティア活動
北海道土質コンサルタント株式会社

1. はじめに

さわ

〇澤

すすむ

奨 ，平松

良太，工藤

康雅

ました。この結果として、「地震時における地盤災害の課

2024 年１月１日に発生した能登半島地震は地域に津

題と対策」－2011 年東日本大震災の教訓と提言(第二次)波を含む甚大な被害を与えました。被災された方、未だを発表しました。この中で地盤技術者が宅地の地盤災害

行方不明のままの方に、おくやみとお見舞いを申し上げ防止・軽減に貢献するため「地盤品質判定士」資格制度ます。復興も難航するなか、多くのボランティアが住宅の設立を提言し、2013 年に地盤品質判定士資格が創設さの修理や震災ガラの撤去などに汗を流しておられます。

れました。地盤品質判定士は、判定士協議会の定義によ

このようなボランティアの皆様にはあらためて敬意を表ると『宅地の造成業者，不動産業者，住宅メーカー等とします。

住宅及び宅地取得者の間に立ち，地盤の評価（品質判定）

2011 年３月 11 日の東日本大震災以後、日本各地で大に関わる調査・試験の立案，調査結果に基づく適切な評

規模な自然災害が頻発しています。私たちの居住する北価と対策工の提案等を行う能力を有する技術者』です。

海道でも 2018 年９月胆振東部地震が発生し、道内全域

これらの宅地地盤の評価や対策工提案は原則有償で行いがブラックアウトする未曽有の被害を受けました。

1）

地震の発生後、私たちは北海道地質調査業協会の一員として、厚真川上流の、巨大地すべりによる自然ダムを相手に大規模な地質調査に従事していました。調査現場

ますが、胆振東部地震に関する活動はすべて無償で行いました。
北海道地震部会（仮称）では、応援要請に対し以下のスケジュールで活動を開始しました。

への通勤途中、目にするものは、廃屋の前でたたずむ被2018 年 10 月 25 日：北大でキックオフミーティング

災者と瓦礫の片づけに汗を流すボランティアの姿でした。

2018 年 11 月 6 日：札幌市建設局訪問

このような状況が毎日続き、私たちもボランティアと2018 年 11 月 15 日：里塚地区住民説明会参加

して被災者に直接寄り添うべきではないか、との思いに2018 年 11 月～12 月日曜相談会を実施

苛まれました。しかし、実情は時間的にも体力的にもボ2019 年 1 月 27 日：地盤品質セミナーで報告

ランティア活動への参加は困難でした。このような状況

2019 年 8 月以降も説明会や相談会に参加し、個別の相の中、地盤品質判定士会本部から災害時の被災者対応および札幌市への協力要請がありました。これを契機として以降、活動に賛同した道内の判定士グループで被災者への援助活動を開始しました。
以下に胆振東部地震発生後の、私たちの行った協力体
制と活動について報告します。

談案件についても対応
2019 年 2 月 16 日：全国欠陥住宅被害ネット幹事会にて、被災住民支援活動の実態報告
2019～2020 年：厚真町分譲宅地の復旧対策協議に関与
2021 年 3 月札幌市と宅地の防災に関する連携協定締結（現在他の道内の自治体とも協定締結に向け協議中）

写真-１ 2018/9/6 18:30 頃 札幌市内の停電状況

2. 地盤品質判定士会とは

写真-2 2019/1/27

地盤品質セミナーで報告

2011 年東日本大震災で埋立地の液状化や丘陵地の盛土や擁壁の崩壊等によって数多くの宅地が被災したこと

私たちが住民説明会や日曜相談会活動に参加することを承け、地盤工学会は会員による地盤災害調査を実施しで、あらためて被災者に直接寄り添うことが災害時には

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
非常に重要であることを認識しました。
特に相談後に被災者から「不安が解消できた」、「専門
家に話を聞いてもらい、安心できた」などの感想をいた

上のリスクを説明することが如何に難しいかを痛感させられました。
(2) 正しい地盤工学知識の啓発

だきました。被災された方は、体験した災害の大きさと日曜相談会や個人面談を行っている時の感想として印

将来への不安で、わずかな変状にもパニックに陥ること

象に残っていることは、一般市民の方が地盤工学用語をが多く見受けられます。

普通に使うことでした。特にＮ値やスクリューウェイト

被災後の生活再建に必須の住宅の確保はまだ先のこと

サウンディング試験（以下 SWS と表記）に関する知識がとして、とりあえず現状での不安を取り除くことができ

一般化されていることに驚かされました。SNS による知るのは地盤技術者による丁寧な聞き取りと、応急処置内識の拡散と思われます。

容の指示であることが分かりました。

ただ、気がかりだった点は市民のもつ Ｎ 値の精度やSWS 試験結果に関する妄信でした。戸別住宅の基礎調査として現在普通に実施されている SWS 試験の成果は、ほぼすべてが推定Ｎ値として表現されており、住宅産業内
で SWS を実施している方も、SWS はＮ値を求める試験として理解されていることに驚きました。2）以上のような誤解を解くにも地道な一般市民を対象とした勉強会を手段として、地道な啓発活動を続ける以外にはないと考えます。
(3) 地盤品質判定士資格の取得と活動へのお誘い
これまで述べてきたように、大規模災害発生時の被災者対応や、平時の一般市民に対する啓発などは、地盤技術者のみが対応できる活動です。震災後の後片付けに奔走するボランティアの皆様には感謝と尊敬の念を禁じ得ませんが、地盤技術者として相談会や勉強会に参加し、

写真-3 2018 年 11 月 清田区での日曜相談会状況

被災者の不安解消に貢献することも大切なボランティア
活動です。

3. 今後に向けての課題(1) 災害直後のデマや悪質な施工業者の勧誘排除
災害発生直後から被災者と接することにより、SNS を通じて、あるいは口コミによってさまざまなデマが急速登録された地盤品質判定士は全国で約千名、北海道では 30 名足らずの状況です。今後ぜひ地盤品質判定士試
験に挑戦し、地盤技術者として私たちの活動を応援していただければ幸いです。

に拡散することがわかりました。いわく、「近々さらに大きな地震が起きる」、「住宅地や道路下に大きな空洞が生じており、水が流れる音が聞こえる」などがまことしや《謝辞》※）北海道大学工学部工学研究院

土木工学部門 自かに広まっていました。当時すでに町内で地盤調査も始然災害適応教授

石川達也先生には地盤品質判定士会北

まっており、適宜町内会を通じて調査情報も伝えていた

海道地震部会発足の足掛かりを作っていただき、発足後にも関わらず、悪質なデマは拡散していました。

も有形無形の応援をいただきました。

このようなデマは被災者との個別面談や地域の町内会※）（一社）地盤品質判定士会九州支部の判定士仲間にで開催していただいた勉強会で一つずつ否定し、根気よは北海道地震部会の相談会や市民勉強会開催に際し、熊く潰していく必要があります。

本地震の際の経験に基づく多くのご支援、ご指導をいた

また、町内では被災直後から立ち入り制限を行っていだきました。

たにも関わらず、怪しげな対策工事を不当な価格で勧誘する人たちが入り込み、一部では不用意なモルタル圧入《引用・参考文献》

により、折損した排水管を通じてトイレや流しがモルタ

1)地震による地すべり災害：2020「地震による地すべり

ルで充填されるなど被害も発生していました。
災害発生時のデマや、怪しげな工事勧誘を排除するには町内会などと協働して勉強会を開くことで一定程度の成果を出すことができましたが、これには多くの地盤技
術者の協力が欠かせません。
なお、勉強会では一般の市民に分かりやすく地盤工学

災害」刊行委員会
2)地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工学会 325-336P

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO109】2023 年度の技能試験の概要
協同組合関西地盤環境研究センター

〇服部

健太，中山

土質試験品質確保機構

1. はじめに義久

西垣 誠

北海道土質試験協同組合

平伸明

一般財団法人ＧＲＩ財団

藤原照幸

偏差で，σpt は各参加機関から得られた技能試験結果の（公社）地盤工学会主催の技能試験実施委員会が 2021

標準偏差である．2023年度の均質性確認試験結果を表-

年度で終了するに際し，地盤材料試験に関する技能試験

2に示す．この表から𝑠𝑠 /𝜎𝑝𝑡 ≤ 0.5である項目が2試料×7の継続や自主的に技能試験を行う際の試料提供を求める

項目＝14個のうち，12個（85.7%）あり，ほぼ均質な試意見があった．これらの意見を受け，2023 年度に土質試料の提供ができていると確認できる．

験品質確保機構の主催で（後援：全国地質調査業協会連合会）地盤材料試験に関する技能試験が再始動した．

d.活用しない/出来ない3%

本稿は，2023 年度に実施した技能試験の概要と，参加

e.その他
1%

機関に配付する試料の均質性確保に向けた取組みと技能
c. 営業活動13%

試験結果について報告する．

2. 技能試験の概要
b.研究資料12%

参加機関数の推移を図-1 に示す．この図から，地盤工学会主催時と同様に参加機関数は，50 機関前後であること，大学・高専の参加数が 2015 年度以降減少傾向にある

a.社内教育・試験技能の向上（精度の確認含む）
71%

ことが確認できる．
また，技能試験では，参加機関にアンケート調査を実施している．その一例を図-2 に示す．参加目的としては，技能試験の活かし方
図 2 図-2
技能試験結果の活かし方（回答 51 機関，回答数 69）(回答51機関，回答数69)「社内教育・試験技能の向上」が 71％で，「研究資料」が12％「営業活動」が 13%となっている．
2023 年度の技能試験では，2 種類の粘性土（試料 A・

最大粒径2mmに調整

試料 K）を用い，土粒子の密度試験，土の含水比試験，土の粒度試験，
土の液性限界・塑性限界試験を実施した．

3.

攪拌しながら加水70個分取

5ロット作製

配付試料の均質性確保に向けた取り組み

技能試験用
52個

（2～3日放置・攪拌）×2回

技能試験に用いる配付試料の均質性を向上させるための準備手順を図-3に示す．

均質性確認試験用
10個

図-3 均質な試料の準備方法

次に，均質性確認試験用に分取した10個の試料を用いて均質性確認試験を行った．
その結果を表-1と図-4に示表-1

試料の諸元（均質性確認試験 10 試料の平均値）

す．配付試料の均質性評価基準は，𝑠𝑠 ≤ 0.5𝜎𝑝𝑡 により確認する2)．ss は均質性確認試験結果から得られた標準
大学・高専

70

官民

60

4
23

40

17

6

19

1
3

5

4

密度

試料名

3

ρs (Mg/m )砂分 シルト分

含水比
w (%)

(%)

(%)

粘土分

液性
限界

塑性
限界

分類

(%)

wL

wP

記号

(%)

(%)

試料 A

2.73

29.9

12.7

50.0

37.3

42.5

17.3 (CL-S)

試料 K

2.66

43.4

1.1

30.7

68.2

60.5

17.6

(CH)

1
100

1

試料 Ａ

90

試料 Ｋ
80

30
20

57
34

36

43

49

46

49

54
46

43

10

51

通 過 質 量 分 率 (%)

参加機関数

50

土粒子の

70

60

50

40

30

0

20

10

0
0.001

0.01

0.1

粒 径 (m m)

図-1 参加機関数の推移1）に加筆修正

図-4

粒径加積曲線（均質性確認試験の 10 試料）

1

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4.

技能試験の評価方法について

表-2

均質性確認試験結果

技能試験の技能評価3)は，試験結果の分布が図-5に示
試

すように正規分布であることを前提とした「z スコア」

土粒子の密度試験
土の含水比試験で評価する．JIS Z 8405:2021によると，ある試験機関の「z スコア」は，以下の（式-1）により算出される．
𝑧𝑖 =𝑥𝑖 −𝑥𝑝𝑡
𝜎𝑝𝑡

（式-1）

令和5年度
(2023年度)

土粒子の密度
含水比
50%粒径
細粒分含有率
粘土分含有量
液性限界

土の粒度試験
土の液性限界・塑性限界試験しかし，技能試験結果の外れ値（異常値）などの影響

均質性確認( 𝑠 /𝜎

験

塑性限界

を考慮して，（式-2）四分位法により「z スコア」を求め
x −

𝑧𝑖 =

(𝑄3 −𝑄1 )×0.7413

試料K

0.25
0.55
0.23
0.22
0.22
0.28
0.11

0.31
0.22
1.51
0.32
0.30
0.18
0.16

)

x

ている．
𝑥𝑖 −𝑄2

試料A

x +

（式-2）
68.3 %

x − 2

ここに，xi：参加機関の試験結果，xpt：付与値（技能評
価の基準となる値），σpt：技能評価のための標準偏差，x + 2

95.4 %

x − 3

Q1：第1四分位数，Q2：四分位法の中央値，Q3：第3四分

x + 3

99.7 %

位数である．すなわち，z スコアは「試験結果(xi)の偏差

x-4（中央値 Q2との差）が標準偏差の何倍であるか」を表すものであり，z スコアが小さいと精度がいい（試験結果

-3

不満足

-2

-1

0

疑わしい

が中央値に近い）ことになる．具体的な基準を下記に示

1

2

満足

図-5

3

4

疑わしい

不満足

zスコア

正規分布

す．
・|zi|≦2.0・・・・・満足

表-3

・2.0＜|zi|＜3.0・・・疑わしい

試料A
区分

・3.0≦|zi|・・・・・不満足

5.

技能試験結果について

技能試験結果一覧

中央値
Q2

試料K

標準偏差 変動係数
σ pt
ν p(Q) (%)

中央値
Q2

標準偏差 変動係数
σ pt
ν p(Q) (%)

土粒子の密度ρ s (M g/m3)

2.74

0.02971.1

2.68

0.0371

1.4

含水比
w (%)

30.4

0.2965

1.0

44.2

0.445

1.0

50%粒径
D 50 (mm)0.007500.0014319.0

0.00170.000426

25.1

さい試験であることが確認できる．しかし，50%粒径の細粒分含有率F c (%)

87.7

1.06

1.2

99.5

0.48

0.5

変動係数は19.0～25.1%，塑性限界の変動係数は8.0～

粘土分含有率C c (%)

42.2

3.39

8.0

73.5

3.93

5.3

16.3%とばらつきが大きいことがわかる．過去の技能試

液性限界
w L (%)

44.1

2.30

5.2

61.6

3.19

5.2

塑性限界
w P (%)

19.3

1.59

8.3

21.2

3.45

16.3

55.0

60.0

技能試験で得られた技能試験結果一覧を表-3に示す．
各試験の変動係数（＝標準偏差／平均値）は，土粒子の密度，含水比，細粒分含有率が1.0%前後でばらつきが小験でも同様の傾向4）が見られ試験法そのものを改善する必要があるように思われる．
また，技能試験結果の一例を図-6に示す．図-6は，液75.0

性限界試験結果の散布図を示しており，ほとんどの機関が z=｜2│以内にあることが確認できる．
おわりに2023年度の技能試験で配付された試料は，均質である
ことが確認できた．また，粒度試験（沈降分析）から得られる50%粒径や塑性限界試験について，ばらつきやす

試料Kの液性限界（%）

6.

Z=│3│
70.0

Z=│2│
65.0

60.0

い試験法であり，結果の解釈をする際には留意が必要であることが示唆される．
《引用・参考文献》

55.0

50.0
35.0

40.0

1) 日置ら他6名：技能試験にみられる地盤材料試験の現状と課題，地盤工学ジャーナル，Vol.15，No.4，pp749760，2020.
2) 澤ら他6名：技能試験に関する技能試験の現状と課題，
地盤工学ジャーナル,Vol.16,No.4,pp397-413,2021.
3) 2021年度地盤材料試験の技能試験報告書，地盤工学

図-6

45.0
50.0
試料Aの液性限界（%）

液性限界試験結果の散布図会，pp7-9，2021.1.
4)地盤材料試験の方法と解説[第一回改訂版]- 二分冊の1-，地盤工学会，pp112-113，2020.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO110】

一軸圧縮試験と三軸圧縮試験の使い分けに関する一考察
川崎地質株式会社

1. はじめに

〇栗林

正樹，橿淵

俊樹

価に対して，粘土分含有率あるいは塑性指数 IP を用い

一般的に砂分を多く混入する粘性土や深いところに分布する粘性土に対し，一軸圧縮試験で強度を求めると過小評価となりやすいと言われるが，砂分の混入量や深度について定量的に評価された報告は少ない．
本報告では，新潟県内の平野部において，砂分をほぼ含まず，土質的に似通った粘性土に対して（最大深度 GL60ｍ），一軸圧縮試験（以下，一軸試験）と拘束圧の解放

た一軸圧縮強度の補正方法が提案されている．以下に，補正式を示す．
τf =α(qu/2)+0.8βσv

・・・式-1

τf：非排水せん断強度(粘着力)（kN/m2）
α，β：補正係数（図-2 参照）
qu：一軸圧縮強度（kN/m2）
σv：有効土被り圧（kN/m2）

ここで,の影響が小さい三軸圧縮試験［UU 条件］（以下，三軸試験）を同試料で実施し，粘性土の強度評価における試験の使い分けに関する一考察を報告する．

2. 対象土質の強度評価方法(1) 対象土質の粒度組成
対象土質は，沖積層からなる概ね粘土分とシルト分で
図-2 一軸圧縮強度の補正方法1)構成される均質な粘性土である（全38試料）．
図-1に，粒径加積曲線を示す．対象土質は，砂分の混入が僅かであり（平均3％），シルト分が20～70％，粘土

上記の基準では，粘土分含有率かつ塑性指数 IP が35以

分が20～80％とバラツキがみられる粒度組成である．

上の場合は補正が不要となり，粘土分含有率あるいは塑

100

性指数 IP が35未満の場合，一軸試験結果を補正する必要

90があることを示す．
すなわち，粘土分含有率あるいは塑性指数 IP が35未満

通過質量百分率(%)

8070の場合は，一軸試験では過小評価する可能性があると考
土質

60

最大値

最小値

平均

礫分(%)

0.1

0.0

0.0

えられる．なお，全38試料のうち13試料において，過小

40

砂分(%)

24.6

0.1

2.9

評価する可能性がある試料に該当している（表-2）．

30

シルト分(%)

70.2

21.1

45.3

したがって，考察では，粘土分含有率および塑性指数20

粘土分(%)

78.6

20.5

51.9

IP に対する一軸試験と三軸試験の強度比［三軸試験によ

50

10

粘土分

シルト分

る粘着力/一軸試験による粘着力］（以下，強度比）を整

礫分

砂分

0
0.001

0.01

0.1

1

10

100

粒径(mm)

理することとした．

図-1 対象土質の粒径加積曲線
表-2 文献 1)による補正方法を踏まえた強度評価方法(2) 強度評価に用いる試験
対象土質の強度評価にあたり，一軸試験と三軸試験の両試験を同試料で実施した．
表-1に，両試験の条件比較を示す．両試験ともに粘性

条件
粘土分含有率 35％以上
かつ塑性指数 IP 35 以上
粘土分含有率 35％未満
あるいは塑性指数 IP 35 未満

試料数

強度評価方法25

一軸圧縮試験値

13

一軸圧縮試験値の補正
あるいは三軸圧縮試験値

土の強度を求める試験であるが，試験条件として拘束圧3. 試験結果と考察の有無に違いがある．

同試料で一軸試験と三軸試験の両試験を実施した結表-1 一軸圧縮試験と三軸圧縮試験との試験条件比較
項目
拘束圧
求まる値

一軸圧縮試験
拘束圧なし
一軸圧縮強度 qu(粘着力 c＝1/2qu)

三軸圧縮試験(UU 条件)
拘束圧あり
粘着力ｃu
せん断抵抗角φu

果，全体的に一軸試験よりも三軸試験で得られた強度（粘着力）の方が大きくなる結果が得られた．
なお，本三軸試験結果は，対象土質が地下水以深で飽和した粘性土と評価できることから，せん断抵抗角φu＝0°として評価している．

(3) 粘土分含有率・塑性指数を考慮した強度評価方法
中瀬ら(1972)1)では，前述した応力解放による過小評(1) 粘土分含有率と強度比の関係
図-3に，粘土分含有率と強度比の関係を示す．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
強度比［三軸試験値/一軸試験値］
0.0

0.5

1.0

1.5

2.0

強度比［三軸試験値/一軸試験値］

強度比［三軸試験値/一軸試験値］
2.5

0.0

0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

0.0

0

0.5

1.0

1.5

2.0

2.5

0

平均強度比 1.7
5
10

10
10

20

20

15

20
30
25

40

平均値 3940

深度（GL-m）35
塑性指数IP

粘土分含有率（％）

30

平均強度比 1.3
30

35

50

50

40

60

60

70

70

45

50

55

図-3

粘土分含有率と強度比の関係

60

80

80

図-4

塑性指数 IP と強度比の関係

図より，粘土分含有率20～80％と変化するものの，粘土分含有率の違いによって、強度比が変化することは

図-5

深度と強度比の関係

4. まとめ
本試験結果では，対象の粘性土（塑性指数 IP が平均 40

確認されなかった．

程度でやや低い）に対して一軸試験よりも三軸試験で得(2) 塑性指数 IP と強度比の関係

られた強度の方が大きいことを確認した．特に，GL-5m

図-4に，塑性指数 IP と強度比の関係を示す．

以浅において，より大きくなる傾向が確認された．

図より，塑性指数 IP が10～68と変化するものの，塑性

なお，一般的に言われるような深い深度では，一軸試指数の違いによる強度比の変化は、粘土分含有率と同様、

験よりも三軸試験の方が大きい強度が得られるが，本試確認されなかった．

験結果では，逆に浅い深度の方が大きい傾向が確認されしかしながら，全体的に塑性指数 IP が小さく（平均値た．これは，浅い深度の方が深い深度よりも強度が小さ39）であり，前章で示した補正が必要な条件（塑性指数

く，多少の不均質さが強度に影響されやすいことが挙げ35未満）を考慮すると，対象土質は三軸試験で評価するられる．したがって，浅い深度こそ，三軸試験で強度評べき土質であることが示唆される．

価すべきであると考察される．

(3) 深度と強度比の関係

しかしながら，今回はデータ数が少ないため，前述の図-5に，深度と強度比の関係を示す．

ような一軸試験と三軸試験の使い分けの評価を目的に，

図より，深度別の強度比は，GL-5m 以浅では強度比1.7

砂分を混入する粘性土のデータ等，さらなるデータの蓄と大きい強度比が得られたが，GL-5m 以深ではバラツキ積が必要と考える．

がやや確認されるものの概ね強度比が1.0～1.5（平均強度比1.3）である結果が得られた．

《引用・参考文献》

以上より，対象土質においては GL-5m 以浅を除いて，

1) 中瀬明男・勝野克・小林正樹(1972)：砂分の多い粘性

深度の大きさに限らず，強度比の変化が小さいことが評

土の一軸圧縮強さ，運輸省港湾技術研究所報告，

価される．

Vol.11，No.4，pp.83-102.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO111】

液性限界塑性限界試験の再試験に関する考察と事例紹介
共栄興業株式会社〇野坂泰弘

1. はじめに
液性限界・塑性限界試験（以下、液塑性）は土のコン
システンシー特性の把握に加え、各種指数・係数の推定や液状化判定の指針にも用いられる重要な試験である。
しかし、試料の練り、
加水の具合や落下回数の判定など、手順の多くが試験者の判断による感覚的なものであるた
め、熟練度が結果に大きな影響を与えている。
弊社では、自社試料を中心に物理試験を数多く実施す

図-4 全体散乱②

図-5 初期散乱図-6 中央散乱ると共に、技能試験を通じて試験者の技能向上に努めているが、液塑性においては熟練者でも一部試料で試験のやり直し（再試験）を要している。

初期散乱は、湿潤法において試験の初期段階が定まり難い現象で頻度も高い。また、類似した現象としては、

ここでは、直近 3 年間に絞り、実施した液塑性の約 7％

初期段階の含水比変化が乏しいため、近似線が折れて緩に相当する 60 試料の再試験結果を取りまとめ、その特勾配を描くものがある（図-7）。これ

徴や傾向の事例を紹介し、併せて、試験の良否判断にもはシルト及び有機物を含んだ試料用いるタフネス指数（It）について考察する。

でよく見られ、程度の差はあるものの、初期緩勾配の見られた14試料中

2. 再試験を要する試験結果の特徴の12試料（86％）はシルト及び有機試験結果の良否は、実施全数をグラフ上にプロットし物を含んだ試料であった。

て描かれる近似線（流動曲線）から判定する。この際、プロットが散乱するため流動曲線が特定困難な場合や、

図-7 初期緩勾配

プロットが局所的に偏るため、異なる近似線が複数想定できる場合、或いは、落下回数が前後で頻繁に増減する（2）蛇行場合などを再試験試料と判断している。弊社ではこれら

蛇行は60試料中の12試料（20％）で確認された現象で、

を「散乱」
「蛇行」
「迷走」に分類しているが、これらが初期緩勾配を伴うこともある。試料毎による明瞭な傾向

複合することもある。なお、「迷走」は結果的にグラフ上は確認できないものの、初期緩勾配を伴うものは全てシで若干の散乱に見える場合も多い。

ルト試料であった。

典型的なものを以下に示す。
(3）迷走
迷走は60試料中の5試料（8％）と頻度は低い。落下回
数が前後で頻繁に増減することから結果の信頼性は著しく低いものの、図-3のようにグラフ上では比較的良好に見えるものの他、図-6のような散乱を伴うものがある。
細砂を含んだ低液性試料などで、練返し時間が少ない場
合に発生しやすく、試験中の加水が難しい印象である。
図-1 全体散乱①

図-2 蛇行図-3 迷走

3. タフネス指数（It）(1）散乱
散乱は、再試験の判断理由としての割合が最も多く、60試料中の43試料（72％）で確認された。
散乱には図-1のように近似線が特定できないものの他に、散乱の程度が全体的に均等なため、平行近似線が想定されるもの（図-4）、局所的に散乱し、その他の部分でタフネス指数とは、Ip（塑性指数）と If（流動指数）との比で、土の Wp におけるせん断強さを表す。
It=Ip/If・・・式-1
ここで，It：タフネス指数
Ip：塑性指数：WＬ-Wp
If：流動指数：流動曲線の傾度は近似線に収束するもの（図-5、図-6）などがある。因活性の高いコロイド分を含む土ほど It が大きく、一般

みに、図-6中央散乱の試料は散乱部分が迷走を伴っていに It=0～3であるが、活性の高い粘土では5を示すことがる。

ある。これは火山灰粘土などで顕著であるが、有機物を全地連「技術フォーラム 2024」新潟
多く含んだ試料でも大きな値を示す傾向がある。

ない場合は、③「元試験、或いは、その他物理試験で用

タフネス指数の異常（It>5）は、60試料中の23試料

いた乾燥試料との混合」となる場合がある。

（38％）で確認されたが、ほとんどでその他の異常を伴っこの内、③は今回の60試料中に該当は無く、①に関しており、特に図-1のように近似線が特定困難な程に散乱ても該当する39試料の結果から特に目立った傾向はみら

し、If が低く算定されたことを原因としているものが多れなかった。しかし、②に関しては明瞭な傾向がみられ、かった。しかし、

該当する21試料での再試験に WL

この中に1試料が上昇したものは無く、混合割合だけであるが、It

により程度の差はあるものの、18異常のみで再試
験としたものがあ る 。（ 図 -8 参

元試験

試料（86％）で WL が低下した。代
If=2.6
IP=16.2
It=6.2

If=6.0IP=18.8
It=3.1

表例を図-12に示すが、この試料では WP、If がほぼ同値のまま、WL が

照）

再試験

3％程度低下した。
図-8 It 異常

図-9 図-8の再試験

図-8は、散乱の程度が軽微で一見すると良好な結果で

図-12 WL 低下

6. まとめあるものの、低い If により It が高い値となっている。対

本報で紹介してきた事例のグラフは、Y 軸の1cm 当た

して、再試験（図-9）ではプロットがより近似線に一致りの幅が0.1％～2.0％のものまで実に20倍の差が存在すすると共に、It も3.1と正常な値となった。ここに、両者る一方、試料質量は千分の1g（0.001g）の違いが含水比での違いが練返し時間のみであることに鑑みると、推定で0.1％の差となることも多い。また、X 軸も落下回数が少はあるが、試料に塩分を含んでいたため、電荷を帯びたない領域では1回の差が大きく、共に僅かな違いがグラフ

コロイド粒子が凝集して微小団粒を形成し、この解きほ上では大きな変化として現れる。これらのことから、試ぐし具合の違いが両者の差となって現れたのではないか

験者の技能・熟練度に加え、測定値の精度が結果の良否と考えられる。因みに、図-9の緑線は、図-8の試験結果

を大きく左右する。よって、定期的な試験器具・測定機

による流動曲線である。

器の検定・校正は試験品質確保のため非常に重要である。

初回試験においてこれを予見することは困難であるた

練返し時間は、5.でも紹介したとおり過多になると WLめ、タフネス指数は、試験の良否判定の有効な判断指標の低下を招く一方、試験初期が安定しないような試料やになるものと考えられる。

3.で紹介したような試料などについては十分な練返しが必要であるなど、練返し時間の定量的な規定は難しい。

4. 乾燥時間の影響

このため、試料によっては再試験の実施はやむお得ない

液塑性において試料の乾燥時間の規定が無いため、弊1）としても、元試験実施者から再試験実施者へ「練り合わ

社では土の含水比試験（JIS A 1203：2009）に準じ 概ね

せの状況」「加水の状況」「落下回数の増減の状況」など

18時間以上としている。ここで、ある蛇行試料の再試験の試験時の手応えを、十分かつ正確に伝達する両者の意に際し、やむを得ず約5時間で含水比を計測したところ散思疎通が重要である。

乱が見られた（図-10）。このため、18時間乾燥後に再度

3.において、試験結果の良否判定にタフネス指数も有計測したところ、こちらでは非常に良好な結果が得られ効な判断指標となることを示した。今後の参考となればた（図-11）。このことから、僅か数グラムの試料であっ幸いである。

ても5時間程度では十分な乾燥時

18h

間とはいえず 結果の信頼性が低5hいことが判った。

《引用・参考文献》
1) 地材料試験の方法と解説（2009）：公益社団法人地盤工学会,pp.105.

図-10 5h 乾燥

図-11 18h 乾燥

5. 再試験で使用する試料による影響
再試験で使用する試料は、準備できる量に応じ、①「未使用の生試料」から、量が減少するに従って、②「元試験で用いた練返し試料と生試料の混合」となり、更に少【9【CO112】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

締固め層数の違いによる三軸圧縮(CD)試験の力学特性に関する一考察
中部土質試験協同組合○小倉 教弘，石原 聖子

株式会社シマダ技術コンサルタント

1. はじめに

坪田 邦治

表-1 物理試験結果

攪乱試料を用いて力学試験に用いる供試体を作製する

物理特性

場合，所定の密度になるよう静的に締固めて供試体を作

3

土粒子の密度 (g/cm )含水比（試料調整後）(%)

製することがある．しかしながら，締固めによって供試
体が塊状を呈する場合の締固めの方法や層数は明確に基

礫分(%)
砂分(%)
シルト分(%)
粘土分(%)
液・塑性限界(%)
粒度
構成

準化されていない．
「土の三軸試験の供試体作製・設置方
法」（地盤工学会基準 JGS 0520-2020）1)では，トリミン
グ法と負圧法しか記載されておらず，前者は試料の状態が室温で安定した塊状をなすもの，後者はときほぐされ

結果
2.658
13.1
39.4
50.5
6.9
3.2
NP

た状態で，
締固めや圧密によっても塊状にできないもの，

100

これらのことから，本研究では締固め層数の違いが三軸圧縮試験(CD)の力学特性にどのような影響を有するか検討した．

2. 試験に用いた試料と試験方法(1)使用試料

通過質量百分率(%)

この二つの状態でしか設定されていないことによる．

80
60
40
20

本研究に用いた試料の物理試験結果を表-1，粒径加積

0
0.001

曲線を図-1 に示す．試料の土質は,細粒分 10%程度の比
較的粒径幅の広い三重県産のシルト混じり礫質砂を対象
とした．

0.01

0.1
粒径(mm)

110

図-1 試料の粒径加積曲線(2)試験方法①試料調整と密度調整
本研究の供試体直径は 5cm であるため，9.5mm ふるい
通過の試料を使用し，「突固めによる土の締固め試験」(JIS A 1210 B-b 法)により求められた最大乾燥密度
𝜌dmax =1.805g/cm3 とし，現場での施工締固め度が，𝜌dmaxの 90%であることから，乾燥密度𝜌d =1.625g/cm3 に設定しあらわれ体積変化量がΔ=5.85cm3(5層)～6.85cm3(1層)と1cm3の差が生じた．締固め層数が少なくなるに伴い，体積変化量が増える傾向がみられた．これは締固め層数が少なくなるに伴って，層境領域がだんだんルーズになり空隙が出来る．そこに水が溜まるため，高側圧下では圧密時に排水されてしまったのだと思われる．

た．
②供試体作製方法
締固め層数を一般的な 5 層と 3 層，2 層，1 層の 4 種
類で供試体を作製した．なお供試体端面にムラが出来ないように，供試体径とほぼ同じ径のプランジャーを使用した．
③三軸圧縮試験「土の圧密排水(CD)三軸圧縮試験」(JGS 0524-2020)に準拠，せん断速度を遅めの 0.2%/min，側圧については，
低い側圧(50kN/m2)と高い側圧(200kN/m2)の 2 種類とした．

3. 体積変化量の変化
側圧ごとの圧密量-時間曲線を図-2に示す．この図から判ることは，低い側圧では締固め層数ごとの違いが明瞭に判らず，体積変化量Δ=1.9～2.3cm3となっている．
しかしながら，高い側圧では，締固め層数ごとの違いが主応力差の変化と（c，φ）

4.

側圧ごとの主応力(σ1-σ3)～ひずみ(ε)曲線を図-3に，(c，φ)の結果を表-2に示す．図-3から，低い側圧では締固め層数が少なくなると，主応力差が低い値を示す傾向があることが判る．
主応力差最大時で締固め層数が1層と5層では圧縮強さに，30kN/m2の差が生じるとともに，1層の圧縮強さが5層の圧縮強さの約15%低下することが判
る．
(σ1-σ3)～ε 曲線では，締固め層数(5層と3層)，(2層と1層)で曲線が異なることも判る．(5層と3層)では，供試体の骨格構造が形成されたため，比較的早い段階(3%前後)
でピークが現れ，その後ひずみ軟化挙動がみられる．試験後供試体を観察するとすべり面（せん断破壊）が明瞭に出ていた．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
0.0

一方，(2層と1層)では，供試体が不均一なため，主応力側圧(50kN/m2)

差が増加し続け10%以降でピークが現れる．
試験後供試体高い側圧では，低い側圧と同様に締固め層数が少なくなると主応力差が低い値を示す傾向がみられた．主応力差 最 大 時 で 締 固 め 層 数 が 1 層 と 5 層 で は ， Δ (σ1-3層
体積変化量(cm3 )形」に，1層では供試体下部が膨らむ形になっていた．

2層

0.5

を観察すると2層では供試体の中央部が膨らむ
「たる形変

1層

1.0

5層

1.5
2.0

σ3)=27kN/m2の差が生じるものの，主応力差そのものが高いため，1層の圧縮強さが5層の圧縮強さの約4%の低下

2.50にとどまることが判った．
また，(σ1-σ3)～ε 曲線をみると，高い側圧では，低

1

10

100
1,000
経過時間(min)

4.5

い側圧のように曲線に違いが出なかった．どの締固め層側圧(200kN/m2)

数も主応力差が増加し続ける曲線を描き，ピークが14%以

2層

5.0

3層

5. まとめ本研究では，締固めの層数を変えて，三軸圧縮(CD)試験

体積変化量(cm3 )降に現れる．試験後供試体を観察するとどの締固め層数の供試体も中央部が膨らむ「たる形変形」であった．

1層

5.5

5層

6.0
6.5

を実施した．この結果，以下のことが判明した．
①

低い側圧(50kN/m2)では体積変化量に締固め層数に

7.0
0

1

10

100
1,000
経過時間(min)

違いが生じないが，高い側圧(200kN/m2)では締固め

図-2 圧密量～時間曲線

層数が少なくなると，体積変化量が増加する．
②

低い側圧と高い側圧でも，締固め層数が少なくな200

ると，主応力差が低い値を示す傾向がある．低い側
そうでもないことが判明した．
③

c（粘着力）は締固め層数が少なくなると，低い値を示す傾向があるが，φ（せん断抵抗角）は締固め
層数による違いがはっきりしなかった．

以上から，締固め層数の違いにより同じ密度であって主応力差 σ1 -σ3 (kN/m2 )圧ほど減少する割合が大きくなり，高い側圧では
150

100

1層
2層
3層
5層

50

も供試体の骨格構造の形成に違いが生じる．このことか側圧(50kN/m2)

ら，3層以上で締固めるのが望ましく，さらに試験精度の0点からいえば5層で締固めるのが最適であると考える．
表-2

0

5

10

15

軸ひずみ(ε %)(c d，φd)700《引用・参考文献》
1) 地盤材料試験の方法と解説（2020）：公益社団法人地

主応力差 σ1 -σ3 (kN/m2 )

600
500
400
300
1層
2層
3層
5層

200

側圧(200kN/m2)

100

盤工学会,pp.593-610.
0
0

5

10

軸ひずみ (ε %)図-3 応力～ひずみ曲線

15

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO113】試料の周面乱れが及ぼす圧密試験供試体への影響
関東土質試験協同組合

1. はじめに

〇向山

貴之

石倉

仁士

杉田

信隆

た粘性土試料（湿潤密度1.585Mg/㎥、土粒子密度

土質試験に供する試料は、規格化されたサンプリング

2.717Mg/㎥、含水比65.4%）である。同試料を成形用と方法によって現場で採取された土を、振動や衝撃にさら練返し用試料に分けた。練返し用試料は、液性限界までされぬよう試験室内に持ち込み、乱さないよう扱い、試加水したのち十分に練返した。供試体径は通常の60mm

験することが大前提となっている。しかし、試料を乱す

供試体と50mm・42mm・35mm で成形した供試体を作製し原因は、松尾・正垣がまとめた「qu に影響する作業項た。60mm 以外の供試体は端面成形後、圧密リングの中1)目 」に挙げられている通り、非常に多岐にわたる。
現行のサンプリング方法はほとんどがシンウォールサ

央に設置し、リングとの隙間を練返した試料で充填した（写真-2）。

ンプリングであるから、構造的に考えれば試料採取のた他、全て練返めの地盤内への押込み・試料抜出のための加圧により、した試料（直チューブとの摩擦で必ず試料は乱れる。よって、本研究

径60mm）を圧では試料の「周面乱れ」に着目し、圧密試験において試

密リング内に料の周面乱れが試験結果にどこまで影響を及ぼすかを知充填した供試ることで、「乱さない試料」と「十分に乱した試料」、さ体の計5パタらにその中間条件を設定し、比較検討する。

ーンとした。

参考にした先行研究は大きく2つである。1つは、正写真-2 供試体作成状況

垣・金子らによる「disturb equipment（攪乱機器）」を装（2）予備試験結果

着した押出し機により、試料周面を意図的に乱した場合

各条件における e-logP 曲線を図-1 に、Pc 及び Cc の2)の試験データ である。もう1つは、浅岡らによる「試値を表-1 に示す。これらから、正垣・金子らの示すと料を十分に乱した状態」の最適な含水比は、液性限界だおり 2)試料を乱した面積が大きくなるほど Pc・Cc の値とする研究3)である。乱れとは、作業要因の複合、大小は共に小さくなっている。また、Pc を求めるための変で様々であるから一括りにすることはできない。しか曲点は、読み取れるのは 42mm のものまでで、35mm はそし、極大の乱れ状態は液性限界で十分に練り返すことでの選定が難しかった。練返した試料では、変曲点を読み再現できるということである。

取ることができなかった。よって本試験では供試体直径2. 試験方法

60mm、42mm、練返し（60mm）で行うこととした。

試験は、JIS A 1217の土の段階載荷による圧密試験方法で行った。使用した圧密リングは標準サイズの直径

1.8

60mm、高さ20mm のステンレス鋼リングである。また、

1.6

供試体の作製にあたって、側方ガイドの調整ができるト

1.4

リマーを用いて、直径60mm、50mm、42mm（正確には約

1.242.4mm であるが、便宜上42mm と呼ぶ）
、35mm のキャッ1プを使用した。

e
60mm
50mm
42mm
35mm
練返し(60mm)

0.8
1

供試体の端面仕10 p(kN/㎡)100

1000

上げには、供試

図-1 予備試験各試料の e-logp 曲線

体径にあった圧表-1 予備試験各結果

密リングまたは

供試体径

Pc(圧密降伏応力)

マイターボック

Cc(圧縮指数)(kN/㎡)

スを使用した

60mm

114.5

0.68

50mm

49.0

0.52

42mm

29.9

0.47

3. 試験及び結果

35mm

19.4

0.38

（1）予備試験

練返し

読取不能

0.34

（写真-1）。
写真-1 使用した治具予備試験で用いた試料は、関東の自然地盤より採取し全地連「技術フォーラム 2024」新潟

2.1

e

A

1.6

0mm

1

p(kN/㎡)

10

e

100

1000
3.5

0mm

0.6
1

10

p(kN/㎡)

100

1
2.3

10

10

e

100

1000

42mm
0mm

0.8
1000

100

60mm

1.3

p(kN/㎡)p(kN/㎡)

F

1.8

0mm
1

0mm

1000

42mm

0.5
1000

100

42mm

0.6

60mm

1.5

42mm

p(kN/㎡)

E

2.5

60mm

1.1

e

60mm

1.1

0mm

10

C

1.6

42mm

1

e

2.1

60mm

0.6

D

1.6

B

1.1

42mm

0.6

e

1.6

60mm

1.1

2.1

2.1

1

10

p(kN/㎡)

100

1000

図-2 本試験各試料の e-logp 曲線
表-2 本試験各物性値及び各結果
試料名

A

B

C

D

E

F

湿潤密度(Mg/㎡)

1.603

1.583

1.613

1.584

1.471

1.546

土粒子密度(Mg/㎡)

2.663

2.705

2.709

2.709

2.680

2.689

含水比(%)

64.9

70.3

65.4

63.9

86.7

75.3

液性限界(%)

75.9

64.3

62.7

66.0

112.4

76.2

塑性限界(%)

31.2

29.7

32.8

33.4

48.8

36.5

塑性指数

44.7

34.6

29.9

32.6

63.6

39.7

60mmPc(kN/㎡)

122.4

108.2

119.4

128.4

401.4

107.2

42mmPc(kN/㎡)

43.0

48.2

43.4

44.8

192.9

56.4

Pc 比(42:60)

0.35

0.45

0.36

0.35

0.48

0.53

60mmCc

0.79

0.82

0.70

0.89

1.56

0.91

42mmCc

0.52

0.61

0.63

0.66

1.43

0.71

Cc 比(42:60)

0.66

0.74

0.90

0.74

0.92

0.78

0mmCc(参考)

0.38

0.43

0.42

0.56

0.90

0.47

（3）本試験

5. 今後の課題

本試験では、
関東の自然地盤より採取した6種類の粘性

不攪乱部分が 50mm よりも大きい供試体をリング内で土を使用した。手順は予備試験と同様とし、直径60mm、作成しようとすると、練返した試料をうまく充填するこ42mm と練返し（60mm）の3パターンとした。また本試験とができないため、通常より大きい圧密リングを使用すでは、自然含水比が液性限界を上回っている試料についる等治具を変える必要がある。今回は、比較の容易な攪

ては、従来通り自然含水比で十分に練返すこととした。

乱部分を 0％、50％、100％という条件とした。Pc の低下（4）本試験結果にばらつきがあることがわかったので、何を要因として各試料における e-logP 曲線を図-2に、Pc 及び Cc の値

いるのか、今後調査していきたい。

を表-2に示す。

《引用・参考文献》

4. 結果のまとめ

1) 地盤工学会：地盤調査の方法と解説[第1回改訂版]-二予備試験結果からは、今回の試みが攪乱機器によって分冊の1-,pp212,2020)

乱された試料と同様の試験結果を得られ、また液性限界

2）正垣・金子：Effects of sample disturbance on strength

で練返したことで攪乱機器以上の練返しができたと考え

and consolidation parameters of soft cray , soils andられる。本試験結果からは、供試体断面積の半分が完全Foundations,Vol.34,No.3,pp1～10,1994に乱された時、圧密試験における Pc は Pc 比（42：60）

3) 浅岡ら：練返し試料の圧縮曲線に及ぼす試料作製時ので見ると約 0.5～0.3 まで、Cc は Cc 比（42：60）で見る

含 水 比 の 影 響 , 地 盤 工 学 会 ジ ャ ー ナ ル 2010 年 5 巻 1 号と約 0.9～0.6 まで低下することがわかった。

pp.81-87

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO114】練返し試料を対象とした段階載荷による圧密試験方法の提案
中部土質試験協同組合

1. はじめに

〇清水

亮太，石原

聖子，池田

謙信，法安

章二

の定義した骨格構造を「構造」，「過圧密」，「異方性」の鋭敏比の定義にあるように，原位置から可能な限り乱3つで表現し，これらの量の変化を塑性変形と結びつける

さないように採取した試料は，たとえ自然含水比のままことで，粘土の鋭敏性や砂の液状化・締固めなどあらゆであっても練り返すことで強度を失い，軟らかくなる．

る土の「乱れ」による現象や影響を同じ理論的枠組みの圧密試験を例に挙げれば，乱れの少ない試料は十分に中で表現可能とした．ここに，「構造」とは，図-1に示す

練り返した試料に比べて間隙比が大きく嵩張った状態にような練返し試料に対する嵩張りの程度を表す．

あり，外力などの乱れの影響によって嵩張りを喪失し，大きな間隙比変化を生じる．ここで，図-1 に示す概念図

3. 乱さない試料の圧密試験結果と物理試験結果のように，異なる 3 種類の乱れの少ない試料から同じ形

東海地方で採取された乱れの少ない粘性土(以下，試状の圧縮曲線がそれぞれ得られた場合を考える．これら料 A)を対象に段階載荷による圧密試験と各種物理試験の曲線を比較するだけでは，各試料の力学特性の違いはを行った．まずは，試料 A の物理試験結果を図-2に示す．

分からない．しかし，十分に練り返した各試料の圧縮曲

試料 A は有機物が少量混じるものの均質な粘性土であ線を併記すると，乱れの少ない試料の嵩張りの程度や乱る．採取深度は16.50m であり，自然含水比 wn は液性限れやすさが見えてくる．

界 wL よりも小さく，過圧密状態にあると推察される．

嵩張り
(構造)

圧密圧力 log p (kN/m2)

圧密圧力 log p (kN/m2)

圧密圧力 log p (kN/m2)

嵩張りが小さい嵩張りの喪失が速い

嵩張りが大きい
嵩張りの喪失が速い

嵩張りが大きい
嵩張りの喪失が遅い

通過質量百分率 (%)

除荷
(過圧密)

練返し試料

間隙比 e

間隙比 e

間隙比 e

乱さない試料

100
90
80
70
60
50
40
30
20
10
0
0.001

試料A

土粒子の密度 ρs (g/cm3)

0.01

2.547

自然含水比 wn (%)

79.8

液性限界 wL (%)

112.9

塑性限界 wP (%)

40.1

0.1
1
粒径 (mm)図-1 練返し試料の圧縮曲線

10

100

図-2 試料 A の物理試験結果
このように，乱れの少ない試料の力学特性を正確に把握するためには，「原位置から可能な限り乱さない試料」

次に，段階載荷による圧密試験結果を図-3に示す．圧の試験結果だけでは不十分で，それを「十分に練り返し

密降伏応力 pc=185(kN/m2)，圧縮指数 Cc=1.12となった．

た試料」の試験結果と照らし合わせることが重要となる．

3.0

しかし，練返し試料の圧密試験方法には明確な規定が試料A(乱さない状態)

ないため，試験が実施されること自体が非常に少ないこ

2.5とに加え，試験結果の妥当性についても確認することが水比の違いが圧縮曲線に及ぼす影響を骨格構造概念の観点から考察した．

2. 骨格構造概念における土の「構造」

間隙比 e

そこで本研究では，段階載荷による圧密試験によって得られる練返し試料の圧縮曲線に着目し，練返し時の含2

e0 = 2.178

困難である．

pc = 185(kN/m )2.0
1
Cc = 1.12

1.5

1.0

1)

三笠 は，土の力学的性質を決定するのは，土の「種類」と「状態」であり，「状態」を決定する因子のうち含水比と密度を除く全てのものを包括的に「骨格構造」と定義した．飽和土であれば，含水比と密度は同義であるため，十分に練り返した試料は骨格構造を完全に喪失した状態と捉えることができ，逆に，自然堆積土は骨格構造が発達した状態として捉えることができる．浅岡ら2)は，三笠

0.5 0
10

10

1

2

10
10
2
圧密圧力 p (kN/m )3

図-3 乱さない状態の試料 A の圧密試験結果

104

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
4. 練り返した試料の圧密試験

ではあるが，直線状の圧縮曲線が得られていることが分練返し試料の作製について，鋭敏比の定義に従えば，かる．次に，w=1.5wL と w=2.0wL の場合の圧縮曲線に着自然含水比状態を保ったまま十分に練り返すこととな

目すると，両者からは非常に近い曲線が得られ，w=wL のる．しかし，骨格構造概念に基づいて考えると，練返し

場合よりも上側に位置していることが分かる．また，圧操作の重要な点は，土の骨格構造を完全に喪失させるこ

密圧力が大きくなるほど，w=wL の場合の圧縮曲線に漸近とにある．仮に，自然含水比が塑性限界付近であった場していく様子が見て取れる．本研究では，圧密圧力の最合，試料が硬いため練返しに大きな力が必要となり，練大値を2560(kN/m2)としたが，さらに大きな圧密圧力まで返し後は骨格構造としての過圧密が残存すると考えられ載荷した場合は，1つの曲線になるものと予想される．

る．一方，試料の含水比を液性限界よりもさらに大きく

次 に ， 圧 縮 曲 線 の 傾 き に 着 目 す る と ， w=1.5wL としていった場合，土の嵩張りも大きくなっていき，骨格

w=2.0wL の場合は，w=wL の場合よりも傾きが大きく，圧構造としての構造が発達していくと考えられる．

密圧力が大きくなるにつれて，三者の圧縮曲線の傾きはそこで本研究では，試料 A の含水比 w について w=wL，同程度(0.62程度)となっていることが分かる．

w=1.5wL，w=2.0wL の3パターンを用意し，骨格構造を完以上のことから，練返し試料を作製する際に，含水比全に喪失させるために最適な含水比について比較した．

を液性限界程度に調整し，十分に練り返すことで，土の含水比調整方法については，試料をビニール袋に入れ骨格構造を可能な限り喪失させることができたと考えらてから所定の水を加え，固形物がなくなるまで手で十分れる．しかし，実務上では，圧密試験を実施する際にそに練り返した．その後，含水比 w=wL の場合は，ビニールの試料の液性限界が判明していることは少なく，試料の袋の隅を切り取って，絞り出すようにして圧密試験機に含水比を液性限界程度に調整することは試験者の経験に流し込み，端面を直ナイフで整えた．含水比 w=1.5wL，

依るところが大きい．本研究の試験結果を見ると，液性2.0wL の場合は，流動性が非常に高いため，試料をスプ限界の1.5倍程度に含水比を調整した場合，骨格構造としーンで汲み取り，圧密試験機に流し入れてから端面を直ての構造の発達が確認されたが，大きな圧密圧力域では，ナイフで整えた．なお，試験工程上，供試体の初期高さ

液性限界で練り返した圧縮曲線に漸近していく結果が得を測定することが困難であるため，試験終了時の供試体られている．あくまでも典型的な粘性土を使用した結果

高さと各段階の沈下量から初期高さを逆算した．

ではあるが，液性限界よりも少々高い含水比で練り返し

各含水比に調整した試料 A の練返し圧密試験結果を図た場合は，より大きな圧密圧力まで載荷するなどの工夫-4に示す．なお，図-4には，図-3で示した乱さない状態

により，液性限界で練り返した圧縮曲線を推定することの試料 A の圧密試験結果を併記している．

が可能であると考えられる．

4.0

5. まとめ乱さない状態 (w = 79.8 %)3.5 e0 = 3.388

間隙比 e

自然堆積土の力学特性を正確に捉えるためには，その練返しw = 1.5wL (w = 169.6 %)土が堆積環境に応じて培った骨格構造を定量的に把握す

練返しw = 2.0wL (w = 221.4 %)3.0 e0 = 2.849
2.5

練返しw = wL (w = 110.1 %)ることが重要であり，そのためには練返し試料の試験結果を正確に求めることが必要である．本研究では，段階

e0 = 2.532

載荷による圧密試験を用いて，練返し時の含水比の違い

e0 = 2.178が圧縮曲線に及ぼす影響を骨格構造概念に基づいて考察

1

2.0

Cc = 1.12

した．その結果，練返し試料を作製する際の含水比は液性限界程度が理想的であり，それ以上の含水比で調整し1.5た場合は，骨格構造としての構造の発達を十分に考慮した上で，より大きな圧密圧力域まで載荷するなどの工夫

1.0が必要であることを示した．

0.5 0
10

10

1

2

10
10
2
圧密圧力 p (kN/m )

3

10

4

図-4 試料 A の練返し圧密試験結果《引用・参考文献》
1) 三笠正人（1962）：土の工学的分類表とその意義，土と基礎，Vol.12，No.4，pp.17-24.

初期間隙比に着目すると，練返し時の含水比が大きい

2) Asaoka A., Noda T., Yamada E., Kaneda K., andほど，大きな間隙比を有していることが分かる．このこ

Nakano M.（2002)：An elasto-plastic descriptionとから，練返し時の含水比が大きいほど，骨格構造とし

of two distinct volume change mechanisms ofての構造が発達し，嵩張った状態にあると考えられる．

soils, Soils and Foundations, Vol.42, No.5,

w=wL の場合の圧縮曲線に着目すると，片対数グラフ上pp.47-57.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO115】

凍結試料における解凍後の放置時間による強度変化
上山試錐工業株式会社

1. はじめに

〇湯川

嘉月，大迫

祐一

20

凍結された試料を三軸圧縮試験（UU）にて試験を行う
温度(℃)

際、強度が低下することがある。 1)これは凍結による構造の劣化に起因するものと考えられる。2)

0
0

10

20

30

40

50

60

本報文では、現状の地盤状態との比較のため、飽和・圧密の過程をたどらない（UU）法にて試験を行い、凍結

平均 34.9分

した試料の解凍後の放置時間を変え、その際の経過時間-20

時間(min)による強度の変化について考察した。

図-2 供試体の温度変化

2. 試験に用いた試料と試験の概要

3. 試験結果と考察（1） 用いた試料
本実験に用いた試料の土質試験結果を表-1に、粒径加積曲線を図-1に示す。
試料は北海道産の砂質土を用いた。
土粒子の密度

自然含水比

度

分

布

ρs(g/cm )

(%)

礫分
(%)

砂分
(%)

細粒分
Fc(%)

最大粒径
(mm)

2.659

27.2

0.5

87.4

12.1

9.50

3

料の最大圧縮強さを示す。
解凍後の放置時間が24時間までは、最大圧縮強さは

表-1 物性値と最大乾燥密度
粒

図-3に最大圧縮強さと放置時間の関係を、表-2に各試

最大乾燥密度3

ρd(g/cm )1.475

徐々に低下していく傾向が見られた。しかし、放置時間
が72時間経過した時の値では、24時間経過した時の値とほぼ同程度の値を示した。このことから、凍結による構造の劣化は時間経過により徐々に進むが、ある程度時間100が経過すると落ち着くのではないかと推定される。
また、90

通過質量百分率(%)

80

試験値のばらつきはあるものの、側圧の違いによる影響

70
60

もあまり見られなかった。

50
40
30
20

400

○ 側圧30kN/m2

10
0
0.001

0.01

0.1

1

粒

径

10

△ 側圧60kN/m2□ 側圧120kN/m2

不凍結平均値

低下傾向

100

d (mm)

図-1 粒径加積曲線（2） 試験の概要
本試料について、「突固めによる土の締固め試験」（JIS
A 1210:2020 A-c 法）3)を実施し、最大乾燥密度を把握した。試験に用いた供試体の寸法は、試料の最大粒径が

最大圧縮強さ(kN/m2)

300

低下傾向
200

100

9.5mm であるため、直径φ50mm、高さ100mm とした。供試

低下傾向

体作製は、
自然含水比において締固め度90%となるようプラグを用い静的に締固めて行った。非凍結状態、解凍直

0
-20

0

不凍結

側圧(30kN/m 2 )事前に解凍時間の推移を把握するため、供試体中心部

最大圧縮強さ（kN/m 2 ）にサーモクロンを入れ、-18℃の冷凍庫内で凍結させたを上回ることがわかった。結果を図-2に示す。
凍結した供試体は三軸試験機セル内で等方圧力

非凍結115.08

解凍直後

116.75（JGS0521-2020）3)に準拠し、せん断速度は1.0%/min、側22

圧については30kN/m と60kN/m と120kN/m の3種類とし102.59164.24157.99168.83323.48330.96329.16316.60178.14307.13314.30319.17305.24162.05302.02303.75304.00177.20106.99326.77318.91

173.11

107.50110.88174.00平均

337.60190.77148.79
97.78

93.68
解凍
72時間後

186.64（kN/m 2 ）319.00181.85101.7597.90

189.66178.58116.62116.84
解凍
24時間後

191.62側圧(120kN/m 2 )最大圧縮強さ324.66

190.66115.60117.43平均

195.01116.80117.16解凍
6時間後（kN/m 2 ）190.66113.50119.74側圧(60kN/m 2 )最大圧縮強さ186.71114.75（20kN/m ）のもと解凍させた。

た。

平均

120.432

試験は｢土の非圧密非排水（UU）三軸圧縮試験方法｣

80

表-2 各試料の最大圧縮強さ

平均値にて考察した。

果、
供試体を冷凍庫から取り出した約35分後に0℃
（解凍）

60

図-3 最大圧縮強さ～時間

し、試験値のばらつきを考慮し3供試体ずつ試験を行い、後、解凍過程における供試体の温度を測定した。その結

40

時間(h)

後、解凍後6・24・72時間放置した供試体をそれぞれ用意2

20

281.14168.01

293.37297.28290.60

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(1)解凍直後
図-4の応力ひずみ曲線とモール円を示ように、いずれ

図-5の応力ひずみ曲線とモール円を示すように、試験

非凍結

せん断力 τ (kN/m2)(2) 解凍6時間後

500

解凍直後

主応力差(kN/m2)の側圧においても、非凍結と同程度の強度特性を示す。

値にばらつきが見られるものの、非凍結と比較すると、

220

非凍結

解凍直後

0

0
0

5

側圧30kN/m2では同程度であるが、側圧60kN/m2と120kN/m2

10

0

15

500

圧密応力 σ (kN/m2)

軸ひずみ(%)

図-4 応力ひずみ曲線・モール円（非凍結・解凍直後）

では強度特性に若干（5%程度）の低下が見られる。
(3) 解凍24時間後

いずれの側圧においても強度特性に低下が見られる。特に、側圧30kN/m2と側圧60kN/m2では、15%程度強度特性が主応力差(kN/m2)

値にばらつきが見られるものの、非凍結と比較すると、低下している。
(4) 解凍72時間後

非凍結

せん断力 τ (kN/m2)

500

図-6の応力ひずみ曲線とモール円を示すように、試験

解凍6時間後220

非凍結

解凍6時間後

0

0
0

5

10

0

15

500

圧密応力 σ (kN/m2)

軸ひずみ(%)

図-5 応力ひずみ曲線・モール円（非凍結・解凍6時間後）

図-7の応力ひずみ曲線とモール円を示すように、試験値にばらつきが見られるものの、非凍結と比較するといずれの側圧においても強度特性に低下が見られるが、解表-3の粘着力（Cu）とせん断抵抗角（φu）を示すよう

解凍24時間後

220

非凍結

解凍24時間後00に、非凍結と比較すると、解凍直後および解凍6時間後までは同程度の強度特性を示し、解凍24時間後では粘着力

せん断力 τ (kN/m2)(5) 各試料の粘着力（Cu）とせん断抵抗角（φu）の評価

非凍結

主応力差(kN/m2)

凍24時間後と同程度の強度特性を示す。

500

0

5

10

0

15

500

圧密応力 σ (kN/m2)

軸ひずみ(%)

図-6 応力ひずみ曲線・モール円（非凍結・解凍24時間後）（Cu）が、解凍72時間後ではせん断抵抗角（φu）が若干低い値を示した。

間を変えて試験値の変化を測定した。この結果、以下のことがわかった。

非凍結

せん断力 τ (kN/m2)

今回の実験では、凍結させた供試体の解凍後の放置時

220

500
主応力差(kN/m2)

4. まとめ

解凍72時間後0①

凍結による構造の劣化は時間の経過とともに進行
し、ある時間を境に進行は落ち着く。

②

解凍72時間後

0
0

5

10

15

0

軸ひずみ(%)

500

圧密応力 σ (kN/m2)

図-7 応力ひずみ曲線・モール円（非凍結・解凍72時間後）

強度特性は、非凍結と比較すると、解凍後の放置
時間が24時間までは低下傾向を示す。

③

非凍結

表-3 各試料の粘着力（Cu）とせん断抵抗角（φu）

解凍後の放置時間が6時間までは非凍結と同程度の強度特性を示す。

以上のことから Fc12.1%の砂質土であっても、解凍後の放置時間の経過によって強度の低下が起こることがわかった。したがって三軸圧縮試験（UU）を行う際に、凍

全応力
非凍結
解凍直後
解凍6時間後解凍24時間後
解凍72時間後Cu （kN/m2）
14.8
12.8
13.3
7.4
13

φu （°）
32
32.7
31.7
32.3
30.3

結された試料を用いる場合には、解凍後の放置時間をできるだけ短く設定するのが望ましい。
今後の課題として、材料特性や供試体寸法の違いによる解凍時間の把握、また、供試体の密度・飽和度・細粒分含有率の違いによる影響について、さらに実験を行い、室内での三軸圧縮試験（UU）を行う際の適切な放置時間を検討する際の基礎資料をより詳細にしていきたい。

《引用・参考文献》
1) 高橋孝輔,平信明:土の凍上による強度低下について,
全地連技術フォーラム 2022
2) 久保裕一,池田謙信,石原聖子,法安章二,小高猛司:砂質粘性土の凍結による力学特性への影響,技術フォー
ラム 2020 Web 技術発表会
3) 地盤工学会編:地盤材料の方法と解説-二冊分の2-,pp.393～404,pp610～613,2020

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO116】

土の含水比試験における推奨温度･時間の考察
株式会社新東京ジオ・システム〇髙橋 健介、清野 裕丈、村形 悠稀、齊藤 香織
表-1 物理試験結果

1. はじめに
地盤材料試験や原位置試験において土の含水比の影響
は設計、施工において考慮すべき点である。土の含水比試験(JISA1203:2020)1)は、土の状態を示す目安である。
含水比を湿潤質量と乾燥質量から求めるもの(式-1)であり、試験結果の用途は室内試験での供試体作成等、現場の施工・品質管理など多岐にわたる。現在の試験方法(炉乾燥法)は、恒温乾燥炉(以下、乾燥炉)の温度 110±5℃、一定質量になるまでの乾燥時間を 18 時間～24 時間とし
ている。
w=

𝑚𝑎−𝑚𝑏
𝑚𝑏−𝑚𝑐

× 100

・・・式－1

ここで、
w:含水比(%)
ma:試料と容器の質量(g)mb:乾燥試料と容器の質量(g)mc:容器の質量(g)前述の最大粒経を考慮し、地盤工学会基準 1)より試料質量を決定する。
試料 1、試料 2：最大粒経 37.5mm：試料質量 1000g

近年の働き方改革に伴う作業の効率化を考慮した際、

試料 3：最大粒経 4.75mm：試料質量 30g

乾燥温度の上昇に伴う時間の短縮、一定質量になるまで

試料 4、試料 5：最大粒経 19.0mm～9.5mm：試料質量 150gの乾燥時間の把握が効果的と考えた。

（2） 試験準備・条件

今回の試験では、乾燥炉の設定温度を 100～120℃の5℃刻みで 5 段階、乾燥時間は、10～26 時間の 2 時間毎に設定し乾燥炉より試料を取り出し、含水比を測定する事により現在の試験方法との差異を検証する。

試験前に試料を均質に調整した後、前述の質量を分取し乾燥炉に入れる。
今回の試験は、室温20～24℃にて実施、使用する乾燥炉(三洋試験機工業株式会社製)は、空気循環方式は循環
送風式、温度制御方式はコンピュータ制御方式である。

2. 試験概要

乾燥炉を前日作動させた場合の余熱を考慮し、前日の運（1） 試料・測定質量の決定

転は行わない。乾燥炉の温度、始動時間を設定し、設定試験を実施する試料は、写真-1 に示す 5 試料とし、別途物理試験を実施した(表-1)。

時間毎に乾燥炉より試料を取り出し、室温になるまで冷ます。今回は、全試料取り出し4時間後に質量を測定する。

3. 試験実施（1） 初期試験結果

写真-1 土質状況写真
表に示す含水比については乾燥炉の設定温度は 110℃、乾燥時間は 18 時間のものであり、今回の試験の参考にされたい。

図-1 110℃：10～26 時間乾燥：全試料結果図

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
1 回目の試験は、設定温度を現行基準の 110℃とし設
定時間経過後、試料の取り出し･質量測定を行った。

測定値に影響を及ぼすことがある 2)ため設定最高温度を120℃とした。代表に試料 1 の試験結果を図-3 に示す。

試験結果より、5 試料ともに 10 時間～26 時間の含水比変化の推移は概ね同様の傾向を示す(図-1)。乾燥時間の増加による乾燥質量の増加により、含水比はやや増加
するが 18 時間以降の変化はほとんど見られない。これは試料が絶乾状態になったものと考えられる。今回の検証では、一定質量になるまでの乾燥時間の傾向を把握す
ることを目的としているため、以降の試験では 2～8 時間の 4 段階を追加することにより明確な変化を捉えることが出来ると考えた。
（2) 条件変更後の試験結果・設定時間に対する考察
前述の試験結果に 2～8 時間を追加したものを図-2 に示す。

図-3 試料 1：2～26 時間乾燥：全温度結果図
設定温度 100℃では、乾燥炉の構成上 100℃を超過しないように ON-OFF を繰り返し運転するため、乾燥時間が増加した場合でも 105℃の含水比には及ばない。
設定温度 105℃は現行規定の範囲内であるが 110℃と約 1%程度、含水比に差が見られる(図-3)。設定温度115℃では、110℃より早く乾燥する傾向であるが。一定質量を維持しているとは言えない。設定温度 120℃の乾図-2 110℃：2～26 時間乾燥：全試料結果図
試料 1、2 は、乾燥時間 4 時間以降の極端な変化は見ら燥速度は予想通り一番早いが乾燥炉の運転中は乾燥質量れない。2 試料ともに、土質は礫質土であり自然含水比変化の可能性もあるが、前述した循環用ファンの影響がが低く細粒分の含有量が少ないため、他の 3 試料と比較大きいと考えられる。

が増え続ける結果であった。単純な温度上昇に伴う質量し含水比の変化量は少ないものとなったと推測される。
試料 3、4、5 の土質は、砂質土～粘性土であり、前述

4. まとめの 2 試料と比較し、自然含水比が高く細粒分の含有量が今回の試験により、現在の試験方法が最適であると再多いために含水比の変化量も多いものとなったと推測さ認識することが出来たが、試験機関により設定温度･乾燥れる。

時間にはバラツキがあると考えられるため、含水比試験

設定温度 5 段階･5 試料の試験を実施したが、試料毎に含水比の差は見られたものの、変動傾向は同様の傾向で結果に、設定温度･乾燥時間を記入することが効果的であると考えられる。

あり一定質量になる乾燥時間は最低でも 18 時間は必要であると考えられる。

《引用・参考文献》(3) 設定温度に対する考察

1) 地盤工学会編(2020)：地盤材料試験の方法と解説[第現在の設定温度に定められている理由として、土中の水分のうち吸着水が 100℃以上ではじめて蒸発するためである 2)から設定最低温度を 100℃、また乾燥炉内の循
環用ファンの風量が大きいと、乾燥した試料が飛散し、一回改訂版]，pp.121～131，
2) 地盤工学会編(2022)：土質試験 基本と手引き，
pp.20，

【9【CO117】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

スメクタイトを含む岩石における浸水崩壊度と各種試験の相関について
北海道土質試験協同組合
1. はじめに

〇國枝

拓司，平

伸明，八島

隆志

すように，形を保ちながら徐々に膨潤する Na タイプとトンネル施工において，地山の評価は支保パターンや砂状～岩片状に分離・崩壊する Ca タイプ，両タイプの中インバート構造の決定において非常に重要であり，地山

間型が明らかにされている 5)．なお本報告においては Ca

評価のための岩石試験が多く実施されている．特に膨潤型と Na 型を判別するイオン交換処理は行っていない．

性地山は，施工中や供用後も水の供給がなされる条件下
では膨潤を続ける特徴があり，構造物に悪影響を及ぼす
1)．このような膨潤性の評価には主に浸水崩壊度試験のほか X 線回折による膨潤性粘土鉱物の定量が有効である
2～3)．

本報告では過去に実施した各試験結果をもとに浸水後の試料の崩壊度区分と代表的な膨潤性粘土鉱物であるス
メクタイトの含有量や密度，強度との関係を整理した結果を報告する．

2. 試験方法

写真-1 崩壊度区分4例(上：Na タイプ, 下：Ca タイプ)

浸水崩壊度試験およびその他の岩石試験は，(独)鉄道
建設・運輸施設整備支援機構 地質調査標準示方書 14 岩
石試験，(公)地盤工学会 地盤材料試験の方法と解説に準拠した．

(2) スメクタイト含有量と崩壊度区分
スメクタイト含有量と崩壊度区分の関係を図-1 に示す．崩壊度区分 0(変化なし)～2(細片化するが泥状化しX 線回折は，X 線回折装置（Rigaku 製 MultiFlex）を使ない)と評価された試料のスメクタイト含有量は概ね用した．試料は風乾後粉砕し，全岩微粉砕試料で不定方

50wt%以下であるが，含有量 50wt%以下には泥状化を伴う

位回折，及び，水ひ処理により回収された 2μm 以下粒

崩壊度区分 3・4 と評価された試料についても多く分布

子での定方位回折を実施して構成鉱物の同定を行い，スしている．崩壊度区分 3・4 のスメクタイト含有量は 1～

メクタイトの有無を確認した．スメクタイトの定量方法

92wt%の間に分布しており，
スメクタイト含有量の多少にとして，標準試料の回折強度から直接検量線を作成して関わらず泥状化する可能性があることが確認された．
100

被検試料のスメクタイトの回折強度を検量線に当てはめ他の含有鉱物とピークが重複しないと考えられる標準物
質を一定量測定試料に混合し，スメクタイトの標準試料と標準物質の回折強度の比から検量線を作成して，同様に一定量の標準物質を混合した被検試料でのスメクタイ
トと標準物質の回折強度の比を検量線に当てはめてスメ
クタイトの含有量を求める内部標準法がよく実施されている 4)．本報告においては，当組合で採用されている内部標準法にて試験を実施した．

スメクタイト含有量 (wt%)てスメクタイトの含有量を求める直接法と，被検試料で
80
60
40
20
0
0

1

3. 結果報告
崩壊度区分については泥状化を伴う区分3(細片化と部

2
3
崩壊度区分

4

5

図-1 スメクタイト含有量と崩壊度区分

分的な泥状化)と区分4(完全に泥状化)に着目し報告する．また，今回の報告対象とするスメクタイト含有量には検出量1wt%未満と混合層鉱物として検出されたデータ(3) 発密度と崩壊度区分
密度と崩壊度区分の関係を図-2 に示す．試験試料の密は含まれていない．

度は 1.4～2.7Mg/m3 の範囲に分布しており，崩壊度区分(1) 浸水崩壊度試験

3・4 の評価となった試料は全て密度 2.4Mg/m3 以下であっ

浸水崩壊度試験の結果として，スメクタイトを含む軟た．同範囲には崩壊度区分 0～2 の試料も多く分布して岩の簡易スレーキングの劣化形態において写真-1 に示

おり，密度 2.4Mg/m3 程度以下では 0～4 のどの崩壊度区

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
分にも分類される可能性があることが確認された．
また，
3

今回得られた結果から，力学的性質として泥状化を伴密度 2.4Mg/m 以上では泥状化を伴う崩壊度区分 3・4 はう崩壊度区分3・4に至る条件において，湿潤密度2.4g/m3

確認されなかった．

以下かつ圧縮強さ25MN/m2未満と一定のしきい値を示すことができた．しかしながら，泥状化を伴わない崩壊度2.8

区分0～2においてもスメクタイト含有量が最大で54wt%

湿潤密度（Mg/m3）

2.6と比較的高い割合で分布がみられた．結果として，浸水

2.4

後崩壊区分とスメクタイトの含有量に，明瞭な相関はみ2.2られなかった．
今後は浸水度崩壊試験を含めた他の膨潤性評価試験

2.0（促進スレーキング試験や乾湿繰返しによる岩石の吸水

1.8

率試験等）
，
岩石の成因にも着目した岩石種や構成鉱物分1.6類等，より多角的にデータを収集し検証していきたい．

1.4

200
0

1

2
3
崩壊度区分

4

5

崩壊区分0・1

175

崩壊区分2

図-2 湿潤密度と崩壊度区分

崩壊区分3・4150(4) 発圧縮強さと浸水後崩壊度区分
験試料の圧縮強さは 0.01～162MN/m2 の範囲に分布しており，圧縮強さ 25MN/m2 以上の範囲には崩壊度区分 3・4と評価された試料は確認されなかった．崩壊度区分 3・4が確認された 25MN/m2 未満の軟岩に分類される範囲には
崩壊度区分 0～2 も多く分布しており，圧縮強さ 25MN/m2

圧縮強さ（MN/m2）

圧縮強さと浸水後崩壊度区分の関係を図-3 に示す．試指数 (崩壊区分0・1)
指数 (崩壊区分2)125

指数 (崩壊区分3・4)

100

75

程度以下ではどの崩壊度区分にも分類される可能性があ50

ることが確認された．
200

圧縮強さ（MN/m2）

25
150
0
0

20

100

40
60
80
スメクタイト含有量 (wt%)

100

図-4 圧縮強さとスメクタイト含有量50《引用・参考文献》
1) 大塚康範：膨潤性地山，技術手帳

0
0

1

2
3
崩壊度区分

4

5

図-3 圧縮強さと崩壊度区分

地盤工学会誌2016.1
2) 吉川恵也・桜井孝・立松英信（1983）：軟岩の劣化特性に関する簡易試験法及びのトンネルへの適用，
応用
地質，24巻2号，1983.

4. まとめ

3) 岩の調査と試験（1989）：土質工学会，p.423.

圧縮強さとスメクタイト含有量の関係を崩壊度区分ご4) 八島隆志：粉末 X 線回折による軟岩中のスメクタイとに識別し図-4に示す．
崩壊度区分0(変化なし)～2(細片トの定量方法について，全地連技術フォーラム2006

化するが泥状化しない)は，スメクタイト含有量が54wt%

論文集，論文 No.79，2006.

を最大に広範囲に分布しているものの，含有量の減少に

5) 石田良二・西川総明（1992）：スメクタイトを含む軟伴い，圧縮強さが大きくなる傾向がみられた．泥状化を岩の諸性質（1） ―交換性陽イオンと吸水特性―,粘伴う崩壊度区分3・4においては，崩壊度区分0～2と同様

土科学,Vol.32,pp.97-107.

に圧縮強さとスメクタイト含有量で負の相関を持つものの，25MN/m2以上の分布がみられなかった．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO118】セメント安定処理におけるフミン酸・有機物の影響について
新栄地研株式会社

1. はじめに優一，石村隆昇

表-1 試料土の性状

有明海周辺の平野群には，通称「有明粘土」と呼ばれ試る軟弱地盤地帯が有明海沿岸部から内陸部数十キロの地

分布標高域まで地表面から厚さは平均 15～20m，深い所では 30m

〇古賀

料
(ｍ)

土質材料の分類名

上層

中層+1.5～-2.0m-2.0～-11.0m-11.0～-14.0m

シルト

粘土

砂混じりシルト(高液性限界)下層(高液性限界)(高液性限界)

砂分

(%)

1.4

1.1

8.9

シルト分

(%)

38.9

37.7

54.5

セメント系固化材等を軟弱地盤に混合することにより固

粘土分

(%)

59.7

61.2

36.6

化させて地盤の安定化を図っている.

土の強熱減量 (%)

7.8

7.5

21.8

フミン酸含有量

0.781

0.378

1.505

以上にも及ぶ．これらの地域では住居，橋，水門，堤防等の構造物を建設する際，地盤改良が必要となっており，

土中の有機物は、セメントの効果を阻害することが知られている．そこでフミン酸がセメント改良における負※フミン酸含有量は(g/g乾泥)の影響因子ではないかと考え、フミン酸と試験結果との関連性について調べた．

2. フミン酸について
フミン酸とは，主に植物が枯れて地面に倒れ，長年かけて腐敗，分解したあと，最後に分解されずに残った有機成分のことをいう．腐植物が地中で長年かけて分解され、最後に残った成分と言われている．

写真-1 試料土の写真

4. 調査手順フロー
試行的に調査した地盤改良コラム(※以下コラムと記述)，コラム A，B，C の3箇所について，強度確認及び化学的特性の関連性を検討することを目的として図-2に示す調査フローの流れで調査を実施した．
ボーリングコア確認
・改良コラムの確認(φ86mmオールコア)
・フェノール反応確認
供試体作製
1ｍ当たり1本図-1 フミン酸の分析手順フロー図

強度確認

強度確認

一軸圧縮試験

針貫入試験(10cmピッチ)

目標強度に満たない場合

目標強度に満たない場合フミン酸の分析方法を図-1に示す．アルカリに溶解す

土質試験

る土質成分のうち塩酸で中和したときに沈殿する成分の・強熱減量試験・フミン酸分析

重量測定を行い，これをフミン酸量として定量した．
図-2 調査手順フロー図

3. 佐賀平野に分布する代表地盤の性状対象となる土質は，佐賀平野に分布する軟弱地盤を代・コラムの全体的な強度把握のため
土の一軸圧縮試験：JIS A 1216：2020 及び針貫入試験：

表する粘性土とした．対象の粘性土の基本的性状を表-1

JGS 3431-2012により実施した．

に示す．また試料土の写真を写真-1に示す．

・改良不良箇所において化学的性質把握のため

自然状態においてフミン酸量が中層＜上層＜下層の順に高い値を示した．下層はとりわけ土の強熱減量の値も土の強熱減量試験：JIS A 1226 及びフミン酸含有量試験により実施した．

21.8%と高い値を示しフミン酸量も1.0(g/g 乾泥)を超える．コア目視観察においても，中層では確認出来なかった腐植物が上層及び下層では確認された．

5. 試験結果
深度に応じた一軸圧縮強度，強熱減量，フミン酸との関係を整理し，コラムごとに図-3～図-5に示す．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

図-6 一軸圧縮強度～強熱減量の関係図
図-3 試験結果(コラム A)

図-7 一軸圧縮強度～フミン酸の関係図＜一軸圧縮強度～強熱減量＞
図-4 試験結果(コラム B)試験を実施した試料の強熱減量の値が 7.8～11.0%の範囲と試料全体に差が小さくサンプル数が充分とはいえないが，強度の分布では全体的にばらつきが大きく，強熱減量が一軸圧縮強度に与える相関性は低いといえる．
＜一軸圧縮強度～フミン酸＞
フミン酸の増加に伴い一軸圧縮強度は低い値を示すことが多く，相関性は概ね高いといえる．しかしフミン酸
量が少なくても強度が出ない土も存在した．これは強度発現を抑制する他因子の存在を示唆しており，有機物の分解過程中盤で存在するフルボ酸やビチュメン等の関与

図-5 試験結果(コラム C)

試験結果より，改良不良部と判断出来る箇所においてコラム A 及び B では良好な箇所と比較するとフミン酸含有量も高い傾向を示したが，コラム C では良好・不良な箇所で明確なフミン酸量の差が現れなかった．
一方，強熱減量の値についてはコラム A，B，C で概ね一定の結果が得られた．
したがって今回の土の強熱減量試験では，フミン酸量が土中に含まれる有機成分と単純に比例すると関連づけることは出来なかった．
今回の調査結果について，一軸圧縮強度と強熱減量，フミン酸との関係を整理し，図-6～図-7 に示す．

が推察される．

6. まとめ以上より，土に含まれるフミン酸量が，セメント改良の強度発現に影響を及ぼす負の要因の一つであると仮定できる．フミン酸量が深層の地盤改良工事の室内配合試
験による配合設計の判断資料の1つとなり得る．
今回は近接したエリアで採取される試料を用いて分析及び試験を行なったが，今後はさらに多様な土質，また異なる固化材についても試験を実施し，有用となる資料の収集に努めていきたい．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO119】

脱水ケーキの築堤材料としての有効活用
株式会社

1. はじめに

山口建設コンサルタント

原中浩二

100

岩石山を掘削した砕石から粗骨材や細骨材を水洗精製

9080する過程で発生する副産物（砕石微粉末）は、水中に分搾り取った固形状の物は「脱水ケーキ」と呼ばれる。この脱水ケーキは今までは利用用途がなく、廃棄処分していた材料であるが、人工的な処理によって築堤材料として有効活用できないかと考えた。
今回、このような状況を背景として副産物を種々材料

通過質量百分率(％)

70

散して泥水状となる。これを脱水プレスにかけて水分を

60
50
40

30

脱水ケーキ

20

マサ土

10

生成材料

0
0.001

0.01

0.1

1
粒

と配合することで、必要な供給量を確保しつつ安価でか

10

100

径(mm)

図-1 配合後材料の粒度分布

つ良質な材料として、活用した事例を報告する。

表-2 生成材料の物性値
生成材料
土粒子の密度
ρs
自然含水比
Wn
礫分
G
粒
砂分
S
度
シルト分
M
特
粘土分
C
性
最大粒径
液性限界
WL
コンシス
テンシー
塑性限界
WP
特性
塑性指数
IP
地盤材料の分類名
分
類
分類記号
最適含水比
突固め
Wopt
特性
最大乾燥密度
ρdmax
95%密度透水係数
透水
K 15
粘着力
c
全応力
三
内部摩擦角
φ
軸
有効
粘着力
c´
応力
内部摩擦角
φ´
一
般

2. 生成した材料
脱水ケーキは、高含水比で中塑性のシルトを主体としており、そのままではコーン指数も100kN/m2以下と建設発生土としては「泥土 b」1)に該当し、非常に扱いにくい材料である。この脱水ケーキを原土として、種々の材料と混合することで、必要な所定の強度や透水係数等を満足できる材料2)をつくれないか検討を行った。混合の主材料として検討に用いたマサ土は、粗粒分主体で細礫～
中砂分が中心の材料である（写真-1）（表-1）。

(Mg/m 3 )
(%)
(%)
(%)
(%)
(%)
(mm)
(%)
(%)

(%)
(Mg/m 3 )(m/s)
(kN/m 2 )(度)
(kN/m 2 )
(度)

2.640
26.5
13.7
17.6
44.9
23.8
19.0
48.8
38.4
10.4
礫まじり砂質シルト(MLS-G)
22.2
1.545
1.1E-08
41.1
24.1
40.3
28.9

4. 盛り立て試験における検証
実際に生成された材料を用いて、盛り立て試験（試験盛土）を実施した。
脱水ケーキ

マサ土

（1）材料の異方性

写真-1 使用した主材料

層状に土を締固めて建設される土構造物の透水特性は

表-1 主材料の物性値
一
般
粒
度
特
性

脱水ケーキ

マサ土

2.665

2.629

Wn

(Mg/m 3 )
(%)

34.7

4.6

G

(%)

0.0

46.9

土粒子の密度

ρs

自然含水比
礫分
砂分

S

(%)

4.2

40.9

シルト分

M

(%)

59.3

7.1

粘土分

C

最大粒径
コンシス
テンシー
特性
分
類

(%)

36.5

5.1

(mm)

2.0

19.0

液性限界

WL

(%)

36.7

NP

塑性限界

WP

(%)

27.4

NP

塑性指数

IP

9.3

NP

地盤材料の分類名

シルト

細粒分まじり
砂質礫

分類記号

(ML)

(GS-F)

異方性を示す。透水係数の異方性は堤体内の水の流れに影響を与え、
設計解析段階においても重要な要素となる。
通常の現場透水試験は、水平方向 Kx,鉛直方向 Ky のい
ずれの要素も含むが、水平方向の影響が大きい。これに対して室内における透水試験で得られる透水係数は鉛直方向のみである。このことから、両者の比較により透水係数の異方性について検討することが可能と考えた。ただし、比較検討に用いた現場透水試験は試験装置を工夫

3. 決定された配合比の物性値（鉛直方向への透水を制限）することで、水平方向のみ

種々の材料の配合比を変えて、要求性能を満足し、さ卓越するようにした。
したがって、
盛土試験後に各機種、らに経済性も考慮した材料を生成することを目標とした。

各転圧回数毎に不撹乱で試料を採取し、室内透水試験を本試験で用いた主材料と透水係数(室内 5.0E-08m/s 以

鉛直方向の透水係数、試験盛土における現場透水試験結下)を満足する生成材料(混合土)の粒度組成を示す（図-果を水平方向の透水係数として、機種毎の異方性につい1）。この結果から分かるとおり、脱水ケーキと比較するて比較・検討した。

と、各種材料と配合することで、マサ土に含まれる礫分

タンピングローラでは約 5 倍、振動ローラでは約 20 倍や、砂分や生石灰による造粒作用もあり、粒度組成はいの異方性があるとされている 3)が、今回の試験値からはわゆる粒度のよい材料となる。また、土質試験結果からそこまでの差はなく 1～5 倍程度の異方性が認められる

みても、せん断強度も問題ない値を示している（表-2）。

結果となった（表-3）。

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-3 機種毎の透水係数の異方性
透水係数
(m/s)

に経年変化が起こったのか検証を行った。
この結果から、

タイヤローラ振動ローラ

タンパ

水平方向kx2.86E-08

1.74E-07

1.95E-07

鉛直方向ky1.66E-08

4.18E-08

6.54E-08

1.7

4.2

3.0

異方性kx/ky

若干ばらつきがあるが、大きな変化は認められない（図
-2）
（表-5）
。

（2）締固め層境の透水性
生石灰を混合することで材料が固結し、締固め面が平滑になると、材令の時間差からそのままではその上の層との間で不連続面ができ、層境において水平方向の透水性が高くなるなどの懸念が生じる。そこで、盛土施工後に鉛直方向の盛土状態を把握するために、縦方向にシン
図-2 過去 10 年間の粒度分布

ウォールにてサンプリングを行った。この結果から、ほ表-5 生成材料の試験値の変化

ぼ均質な状態で締め固められているものの、縦方向に割る段階で層毎に分離しやすいことが分かった（写真-2）。
このため、上の層とのなじみをよくするよう、締固め表
面をかき起こす（レーキング）必要がある。したがって、
透水性、安定性の観点から、施工時において層毎になじみをつけることが、従来の自然土材料を用いた施工以上に留意を要する材料と判断した。

一
般

ρs
Wn

(Mg/m )
(%)

23.1

28.3

～

礫分

G

(%)

12.1

18.0

～

7.5

砂分

S

(%)

23.4

36.3

～

15.0

シルト分

M

(%)

42.6

53.6

～

27.0

粘土分

C

(%)

21.9

28.6

～

14.5

(mm)

19.0

19.0

～

19.0

コンシス
テンシー
特性

WL

(%)

41.1

46.6

～

36.7

塑性限界

WP

(%)

27.0

36.4

～

24.1

塑性指数

IP

14.1

15.9

～

10.1

三
軸

5. 施工時における生石灰の使用及びその検証
脱水ケーキは高含水比であることから、生石灰を混合することで含水比を低下させ、混合性能の向上、トラフィカビリティの向上が期待できると考えた。これは、短期的な吸水反応、中長期的なポゾラン硬化反応及び混合による造粒効果であり、材料として扱いやすくなる効果が確認された。ただし、実際の施工においては、ため池内で貯水飽和された環境下で、経年変化により生石灰が溶脱し、強度低下を伴う懸念があった。また、生石灰の混合不足により、十分な反応が起こらず部分的に上述した効果が得られない可能性もある。したがって、生石灰を混合しない場合について透水性やせん断強度等の比較・検討を行った。その結果、生石灰を混入する前後の透水性やせん断強度において有意な差異は認められず、
継続的に十分な安定した盛土を構築できる材料であると

分類記号

透水
三
軸

築堤盛土95%密度
95%密度透水係数
全応力
有効
応力

(MLS-G)

Wopt

(%)
3

ρdmax (Mg/m )ρdmax(Mg/m 3 )
×95%
K 15
(m/s)

粘着力

c

内部摩擦角

φ

粘着力

c´

内部摩擦角

φ´

(kN/m 2 )(度)
2

(kN/m )
(度)

-

20.2

25

1.560

1.643

～

1.463

1.474

1.561

～

1.390

2.9E-08

4.8E-08 ～ 6.4E-09～ 16.000

48.9

62.8

～

22.1

27.9

31.6

～

24.6

46.1

65.6

～

32.4

32.2

34.6

～

27.7

7. まとめ
材料の異方性及び層境の透水性について、現場において問題は生じていない。また、製造時における生石灰の使用については、脱水ケーキの含水比が低い場合は混合しない場合もある。すでに、本材料を用いて数十件のため池が構築されており、施工性もよく長期的にも安定的な材料であることが実証できている。

8. おわりに副産物である脱水ケーキについて、有効利用を検討していくことは、循環型社会の構築に向け、環境への負荷を軽減し、ゼロエミッションへの取り組みにつながることから、非常に有意義であると考える。ただし、材料は常に変化していくものであり、今後も新たな利用・用途考えている。

表-4 生石灰混合前後の物性値
最適含水比
最大乾燥密度
透水係数
粘着力
全応力
内部摩擦角
有効
粘着力
応力
内部摩擦角

最大乾燥密度-の提案も含めて継続した調査、研究を行っていきたいと考えている（表-4）
。

突固め
特性

礫まじり
砂質シルト

地盤材料の分類名

最適含水比(左側が抜き取り直後、右側が切開後の状態)

17.7

液性限界

分
類

透水

過去10年間試験結果の範囲
2.659 ～ 2.600

自然含水比

最大粒径

突固め
特性

過去10年間
結果平均値
2.635

土粒子の密度粒度
特性

写真-2 鉛直方向の盛土の状態

3

Wopt
(%)
ρdmax (Mg/m 3 )
K 15
(m/s)
c
(kN/m 2 )φ(度)
c´
(kN/m 2 )
φ´
(度)

生成材料

生石灰
除去後

22.2
1.545
1.1E-08
41.1
24.1
40.3
28.9

22.6
1.521
7.4E-09
38.7
24.4
49.2
29.7

6. 材料のバラツキや攪拌混合における継続的検証
当該材料は、製造が開始されて10年以上が経過している。当初の配合結果から、実際の配合においてどのよう《引用・参考文献》
1) 独立行政法人土木研究所編（2013）:建設発生土利用技術マニュアル第4版,p26.
2) 山口県農林水産部編（2007）:ため池整備事業実施の手引,p16-13.
3) 農林水産省農村振興局編（2003）:土地改良事業計画
設計基準（設計「ダム」）技術書［フィルダム編］,p.
Ⅱ-65.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO120】

液状化判定における繰返し非排水三軸試験結果の有用性
株式会社東建ジオテック

1. はじめに〇愛甲健太，斉藤 豊法（液状化試験結果より算出）により、それぞれの液状

一般に建築分野の液状化判定方法は、実測 N 値に細粒化安全率 FL 値（液状化強度比/繰返しせん断応力比）を分含有率による補正 N 値を考慮し、液状化強度比を算出求めた。詳細法では、安全率 FL 値の分子である「液状化する「簡易法」と、繰返し非排水三軸試験（以下、液状強度比」に、今回の液状化試験結果（RL15）を代入した。

化試験）で得られる液状化強度比を使用する「詳細法」

地表面水平加速度は損傷限界の1.5 m/s²・2.0 m/s²およが知られている。近年、福岡市街地において超高層・免び終局限界の3.5 m/s² とした。

震物件が多くなり、液状化判定の際に乱れの少ない試料採取を行い、
詳細法の試験を実施する機会が増えている。

4. 液状化試験位置

福岡市内の地盤特性として、沖積層・洪積層の未固結

福岡市内の現場 A および B において、表-1、表-2に示堆積物の大半を砂層が占めていることが挙げられる。こす深度・地層で「乱れの少ない試料採取」を実施し、液れらは堆積物の供給源がマサ主体であることに起因して状化試験を実施した。

いる。また、福岡市の地形特性として、平野が比較的小
さく、河床勾配がやや大きいことが挙げられる。そのた

表-1 現場 A（沖積層）
地 層

土 質

沖
積
砂質土層

礫混じり
シルト質砂

試料番号

採取深度
(GL- m)

め一般的な広大平野の土砂と比較し、粒子が角張っているものが多い傾向にある。粒子が角張っている場合、内部摩擦角は大きくなることが知られているが、液状化強度の差違についてはあまり知られていない。福岡市内の地盤は GL-20m 以浅の未固結堆積物が砂層主体であるこ

2.70～
3.25
2.90～
3.70

TR22-2
TR27-1

実測N値

孔内水位(GL- m)

2

2.60

2

1.88

表-2 現場 B（沖積層・洪積層）
地 層

土 質

だったが、建築基礎構造設計指針改定後では検討対象と

沖
積
砂質土層
洪
積
砂質土層

礫混じり
砂
シルト混じり砂なっており、沖積層が比較的薄く、洪積層が厚い福岡市

試料番号 TR3-3（現場 B の洪積層）については、採取

内では、より液状化の影響度が高まっている。そこで、深度が GL-20m 以深と液状化対象外であるが、GL-19m 以

福岡市内の沖積・洪積地盤を対象とし、原地盤の土質特深より同じ地層が分布しているため、TR3-3の液状化試験

性を反映した強度評価が可能な「液状化試験」
を実施し、結果を GL-19m 地点に適用し、液状化検討を行った。

とから、建築物基礎に対し、液状化の影響度が大きくなる傾向がある。また、かつて洪積層は液状化検討対象外

試料番号

採取深度
(GL- m)8.50～
9.35
20.50～
21.50

TR3-1
TR3-3

実測N値

孔内水位
(GL- m)

10
0.30
14

簡易法と詳細法による液状化強度比の比較検討を行った。

5. 液状化試験結果
2. 液状化試験方法（1）現場 A（沖積層）

液状化試験は、地震・波浪などによる繰返し応力を非表-3に示すとおり、TR22-2では液状化強度比 RL15 =排水条件のもとで受ける飽和土の強度特性（液状化特性）0.135、TR27-1では RL15 = 0.156を示し、2地点（同一地を求めることを目的とした室内試験である。実際の繰返層）で近い値が得られた。

し応力の振幅と周期は不規則で、地盤の静的な応力状態との相互関係も含めてこれらを室内で再現することは困

表-3 現場 A 液状化強度比算出結果
地 層

難だが、等方圧密した供試体の軸方向に一様の振幅繰返し荷重を、非排水条件のもとで載荷することにより、土

沖
積
砂質土層

試料番号
TR22-2
TR27-1の液状化強度特性の指標とすることができる。軸ひずみ
両振幅5 %、繰返し回数20回（RL20）に対する繰返し応力

採取深度(GL- m)
2.70～
3.25
2.90～
3.70

液状化強度比RL20

RL15

液状化強度比
採用値

0.215

0.225

RL15 × 0.6 = 0.135

0.224

0.260

RL15 × 0.6 = 0.156（2）現場 B（沖積層・洪積層）

比が液状化強度比となる。今回液状化判定を行う際は、

表-4に示すとおり、TR3-1では液状化強度比 RL15 =建築分野で使用されることの多い繰返し回数15回（RL15）

0.193、TR3-3では RL15 = 0.104を示し、沖積層と洪積層

1)の値 をグラフから求め、その値に室内試験結果と原位で値に差が見られた。

2)置の補正として補正係数0.6を乗じた値 を使用した。

表-4 現場 B 液状化強度比算出結果
地 層

3. 液状化判定方法
3)

液状化判定は、「建築基礎構造設計指針」 に記される手順に準拠し、簡易法（補正 N 値より算出）および詳細

沖
積
砂質土層
洪
積
砂質土層

試料番号
TR3-1
TR3-3

採取深度
(GL- m)8.50～
9.35
20.50～
21.50

液状化強度比RL20

RL15

液状化強度比
採用値

0.306

0.322

RL15 × 0.6 = 0.193

0.158

0.173

RL15 × 0.6 = 0.104

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
6. 液状化判定結果（FL 法）（2）現場 B（沖積層・洪積層）（1）現場 A（沖積層）

液状化強度比および安全率は、沖積層（TR3-1）では詳

表-5に示すとおり、液状化強度比は細法がやや大きい値を示し、洪積層（TR3-3）では詳細法TR22-2（沖積層）：簡易法 0.138、詳細法 0.135

が半分程小さい値を示した。洪積層の安全率は地表面水

TR27-1（沖積層）：簡易法 0.135、詳細法 0.156

平加速度1.5 m/s²で簡易法が1.0を上回るが、詳細法ではを示し、簡易法と詳細法でほぼ同等か、詳細法がやや大1.0を下回る結果となった。2.0 m/s²・3.5 m/s²では、簡きい値となった。
安全率は液状化強度比に比例している。

易法・詳細法ともに安全率は1.0を下回る結果となった。

表-5 現場 A 液状化強度比・安全率算出結果

かつて洪積層は液状化検討対象外とされており、その地表面水平加速度
液状化強度比1.5 (m/s²)

2.0 (m/s²)

FL

FL

試料番号 採取深度(GL- m)TR22-2 2.70～(沖積層) 3.25
TR27-1 2.90～(沖積層) 3.70

3.5 (m/s²)

理由は「洪積層は一般に N 値が高く、続成作用により液状化抵抗が高いため」とされていた4)。しかし現場 B の

FL

簡易法

詳細法

簡易法

詳細法

簡易法

詳細法

簡易法

詳細法

0.138

0.135

1.286

1.255

0.964

0.941

0.551

0.538

0.135

0.156

1.096

1.265

0.822

0.948

0.470

0.542

※FL＜1.0は赤字表記（2）現場 B（沖積層・洪積層）

洪積層（TR3-3）では、詳細法でも安全率が1.0を下回ったため、続成作用の影響で液状化抵抗が高くなっているとは言いきれない結果となった。簡易法では続成作用や粒子形状などの土質特性は考慮されないため、今回詳細

表-6に示すとおり、液状化強度比は法でそれらを評価できたことは意義深いものと考えられ

TR3-1（沖積層）：簡易法 0.179、詳細法 0.193

る。洪積層の液状化強度比については、詳細法が簡易法

TR3-3（洪積層）：簡易法 0.203、詳細法 0.104の約半分の値を示したが、これは浅部の沖積層（TR3-1）を示し、沖積層（TR3-1）では詳細法は簡易法よりやや大より採取深度が約11m 深く、試料採取精度がやや低下しきい値を示した。いっぽう洪積層（TR3-3）では、詳細法たことが要因の一つとなっている可能性が考えられる。

が小さい値（簡易法の約半分）を示した。安全率は液状化強度比に比例している。
表-6 現場 B 液状化強度比・安全率算出結果
地表面水平加速度
液状化強度比1.5 (m/s²)

2.0 (m/s²)

3.5 (m/s²)

FL

FL

FL

試料番号 採取深度(GL- m)TR3-1 8.50～(沖積層) 9.35
TR3-3 20.50～(洪積層) 21.50

簡易法

詳細法

簡易法

詳細法

簡易法

詳細法

簡易法

詳細法

0.179

0.193

0.961

1.035

0.721

0.776

0.412

0.444

0.203

0.104

1.276

0.652

0.957

0.489

0.547

0.279

※FL＜1.0は赤字表記

写真-2 TR3-3 供試体状態（左：試験前 右：試験後）

8. まとめ
液状化強度比の差は安全率に直結し、基礎工においての影響度が大きい（例えば杭基礎の場合①地盤反力係数

7. 考察が小さくなり杭径が大きくなる ②杭の本数が増える（1）現場 A（沖積層）等）。また、地震応答解析時の影響も大きいため、超高層・簡易法・詳細法ともに液状化強度比および安全率はほ免震物件が関与する地盤では高精度な液状化判定が有効

ぼ同等か、詳細法がやや大きい値を示した。液状化判定である。今回沖積層(3試料)の液状化強度比は、いずれもの計算式は、一般的な土砂から求められたものと考えら

簡易法と詳細法で同等か、詳細法がやや大きい値を示す

れるが、特殊土（例えば粒子形状が針状のシラス）では、傾向があることが分かった。したがって液状化試験によ式と異なる液状化強度特性を有する例も確認されていり原位置の液状化強度特性を適切に評価できた可能性がる。現場 A の沖積層（φ2～5mm 程度の角礫を混入）は、高く、液状化試験の有用性は高いものと考えられる。洪簡易法と詳細法の差異は小さいため、特殊土的な影響は

積層では低い液状化強度比を示したが、1試料のみの結果小さいものと考えられる。乱れの少ない試料採取およびで傾向は捉えきれていない。そのため今後様々な場所・土質試験（物理・力学試験）を行う際は、試料の取扱い

深度で洪積層の試料採取・液状化試験を実施し、データには注意が必要であり、特に液状化試験をはじめとする数を増やし、
液状化強度比の傾向を確認する方針である。

動的試験は、試料の採取・保管・運搬には細心の注意が必要とされている。これらを考慮すると、簡易法と詳細《引用・参考文献》

法で液状化強度比の差異が小さかったことの要因とし

1) 入門シリーズ28 知っておきたい地盤の被害-現象 メて、1）高精度で乱れの少ない試料採取ができたこと 2）

カニズムと対策-（2003）、社団法人地盤工学会、p.116

試料保管状態（脱水・凍結保管）および運搬状態が良好

2) 入門シリーズ21 土質試験から学ぶ土と地盤の力学入だったこと が考えられる。

門（1995）、社団法人地盤工学会、p.262
3) 建築基礎構造設計指針（2019）、一般社団法人日本建築学会、pp.50-52
4) 道路橋示方書・同解説 Ⅴ 耐震設計編（2018）、公益写真-1 TR22-2 供試体状態（左：試験前 右：試験後）社団法人日本道路協会、p.166

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO121】

GP サンプリング試料を用いた液状化試験結果による強度評価事例
基礎地盤コンサルタンツ株式会社〇米永

1. はじめに

佳祐，西村

和貴，島田

徹也，小南

将冴，渡邊

憲平

3. 液状化強度試験結果

河川をはじめとした各種構造物の液状化判定では N 値

今回得られた室内土質試験結果一覧を表-1 に示す．

による簡易判定法は良く用いられるが，実際の液状化強今回の試験結果より得られた液状化強度比は 0.24～

度比を安全側に評価

1)

する傾向がある．今回，簡易判定

0.34（平均 0.27）を示し，簡易判定法により求められたにて液状化するものと判定された河川堤防下の沖積砂質

液状化強度比 0.19～0.25（平均 0.22）より高い値が得ら土層を対象に，高品質サンプリング（GP サンプリング）れた．また，図-3 に示される各地点の FL 深度分布をみるを実施して，土質試験から得られる液状化特性（強度）と，詳細判定法 FL では大半が FL≧1 を示した．

RL を把握した．その中で，採取試料の品質評価や試料のばらつき評価1)2)を行い，試験結果の妥当性や先の対策検表-1 室内土質試験結果一覧表

であり，不均質な土層である．本堤防はシルトや砂礫主

孔番
試料番号
平均深度(m)
地層名
湿潤密度 ρ t(g/cm3)
乾燥密度 ρ d(g/cm3)
自然含水比 Wn(%)
Fc (%)
D50 (mm)

体の盛土（B）で構成され，N=2～20 とばらつきの大きい

RL(試験結果)

0.28 0.29 0.25 0.28 0.28 0.27 0.27 0.27 0.34 0.24 0.29 0.27

土層構成である．堤防下の基礎地盤最上位には，砂質シ※
RL(簡易判定法)

0.22 0.22 0.23

討への適用性について考察を行った．

2. 河川堤防の地盤概要
当該地の地盤構成を図-1 に示す．
調査対象地は，河川氾濫の影響を受けて堆積した地層

1
7.5
As2
1.95
1.56
23.3
2.1
0.34

2
8.5
As2
1.94
1.50
28.2
3.5
0.27

Bor.A
3
4
10.5 13.5
As2 As2
1.88 1.89
1.48 1.39
65.4 34.5
22.5 32.2
0.22 0.09

-

5
14.5
As2
1.89
1.40
33.5
24.9
0.11

-

Bor.B
1
2
12.5 13.5
As2 As2
1.91 1.86
1.46 1.39
43.1 38.4
42.8 28.7
0.11 0.15

Bor.C
1
2
12.5 13.5
As2 As2
1.90 1.88
1.43 1.41
31.8 26.5
4.4 12.1
0.27 0.28

1
11.5
As2
1.90
1.45
32.4
14.1
0.16

Bor.D
2
3
13.0 14.5
As2 As2
1.93 1.92
1.48 1.48
31.7 28.2
10.2 9.1
0.20 0.29

0.25 0.19 0.25 0.22 0.21 0.22 0.25

3)※道路橋示方書 より算出した液状化強度比 RLルトを主体とした軟質な沖積中間土層第一（Asc1）が層
厚 2m 程度で分布し，その下層には，液状化対象土層である沖積砂質土層第一（As1），第二（As2）が層厚 10m 程度と厚く分布し，N 値は平均で As1 が 4 程度と緩く，As2 が12 程度と中位な土層で確認される．As2 の下位には，砂質シルトを主体とした沖積中間土層第二（Asc2）が層厚2m 程度で分布し，さらに Asc2 を抜けると，シルトを主体とした沖積粘性土層第一（Ac1）が厚く堆積する．
今回のサンプリングおよび土質試験対象は，液状化対策規模の軽減を念頭に，N 値の高い As2 層のみを対象とした．なお，高品質サンプリングに使用したサンプラー
は GP サンプラー（Gel Push sampler）であり，概ね 100%

図-3 液状化抵抗率 FL の深度分布図の採取率であった（図-2 参照）．

4. サンプリング試料の品質評価およびばらつき評価
サンプリング試料の品質評価のため，4供試体毎のせん
断剛性，密度，および粒度を指標4)とし，液状化強度比の妥当性を確認した．なお，評価の目安として，原位置に対 し て 液 状 化 試 験 供 試 体 の G0 が 0.5 ～1.5 倍 ， ρd が±0.2g/cm3，Fc が±20%の範囲内である場合は，ばらつきが小さいと捉えた．
（1）せん断剛性による試料の品質評価
砂質土の締まり具合に関係性のある S 波速度およびせん断剛性に着目し，
サンプリング試料の品質を確認した．
図-1 推定地層断面図

原位置の PS 検層（以下，原位置 PS という）より求めたせん断剛性率を G0F，三軸供試体による VsVp 測定（以下，室内 PS という）より求めたせん断剛性率を G0S とし，深度方向による G0S/G0F の関係図を図-4のように整理し

図-2 GP サンプリング採取試料

た．
図-4から G0S/G0F は，採取後の応力解放などにより，若全地連「技術フォーラム 2024」新潟
干試料の乱れや緩みが認められたものの，概ね0.5～0.6で一定の品質は得られていると考える．
一方，Bor.A の赤丸で囲った一部の試料は他試料と比較して小さく出ていることが確認される．この要因として，採取されたサンプリング試料は，図-5に示されるよ

Bor.A
Bor.B
Bor.C
Bor.D

Bor.A
Bor.B
Bor.C
Bor.D

うに，黒色を呈した有機物が多量に混入しており，空隙や土の締まりに影響が生じて小さくなったと推察する．

ややばらつきが認められる

不均質な土層によりややばらつきが認められる

図-6 供試体毎の乾燥密度および細粒分含有率の比較図
供試体 No.1 供試体 No.2 供試体 No.3 供試体 No.4

砂層
シルト層
図-7 Bor.C における試験前の供試体写真図-4 室内と現場のせん断剛性率の関係図

5. まとめ◆高品質サンプリング試料の品質評価およびばらつき評
価の結果，採取後の応力解放などにより，試料の緩みが若干認められた．
◆評価の目安としている，原位置に対して液状化試験供試体の G0が0.5～1.5倍，ρd が±0.2g/cm3，Fc が±20%の範囲内であると概ね認められたため,一定の品質は得られていると考える．

図-5 Bor.A 採取試料抜出後の供試体写真（2）密度による試料のばらつき評価
密度による試料のばらつき評価方法には，不均質な土層であることを考慮し，乾燥密度により評価を行った．
評価の結果，
概ね ρd±0.2g/cm3 以内のばらつきの範疇
であるが，図-6 に示される各供試体の乾燥密度を深度毎にプロットした図をみると，Bor.A の赤丸で囲った試料◆液状化強度比 RL を比較すると，簡易判定法 RL＜試験結果 RL であった．また，試験結果を用いた詳細判定法による FL は，大半が FL≧1を示すことから，対策工の軽減，建設コスト削減につながると考える．
◆今後の隣接工区の適用については，十分な調査，採取試料の評価を行いながら適切な強度設定を行っていく必要があると考える．

は，有機物の混入によりややばらつきが認められた．また，Bor.C の赤丸で囲った試料について，図-7 の試験前
供試体写真をみると，試料途中より砂層からシルト層に変化していることが認められるため，結果ばらつきが生じたと考える．
（3）粒度による試料のばらつき評価
粒度試験に供する供試体は，液状化試験に供した供試体の上下にて追加試験を行い,得られた試験結果から粒度のばらつきを確認し評価した．
図-6 に示されるように、今回の結果，概ね Fc±20%以内でばらつきは認められないものの，調査対象地が不均質な土層であるため，一部にやや細粒分が高い箇所が認められた．

《引用・参考文献》
1) 国土交通省水管理・国土保全局治水課：「河川構造物の耐震性能照査指針・解説-Ⅱ.堤防編-」pp14，2016.3
2) 全地連地質調査業協会：「技術フォーラム2014」秋田，
島田ら，No.35 港湾施設の耐震対策効果確認のための調査と試験について（その2）3) （社）日本道路協会：道路橋示方書Ⅴ耐震設計編 p161
～170,2017.11
4) 国立研究開発法人土木研究所 地質・地盤研究グルー
プ（土質・振動）：「ISSN 0386-5878 土木研究所資料
第4352号」，細粒分を含む砂の液状化強度の評価法に関する再検討 pp110～pp117,2016.3

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO122】構造物調査における弾性波探査の利用事例
大地コンサルタント株式会社

1. 事例の概要〇濱田

納智，大和田 敦

予備調査の段階では，図-1に示す B-1・B-2・B-7で調道路事業における構造物の詳細設計のため，各層の強査が行われており，支持層となる泥岩未風化部はおおよ

度や支持層の把握を目的として地質調査を実施した．ボそ水平方向に分布すると予想された．しかし，本調査でーリング調査時，地形には表れない弱部が分布すること実施した B-3・B-6のボーリング調査結果より，泥岩未風が認められた．弱部は未風化部に比べ強度が低く，ボー化部の分布は想定された水平方向に対して大きく凹むよ

リング調査のみではその分布範囲を把握することは難し

うな分布を示した（図-2）．また，B-3に関しては深度50m

く，地層区分の決定や基礎位置選定の際に問題となる．

程度まで調査を行ったが，泥岩未風化部は確認されなか

弾性波探査は，弾性波の速度分布から地盤の強度分布

った．

を推定できる手法である．そこで，弱部の分布範囲の把未風化部が確認されていない箇所は，短柱状で採取さ握を目的として弾性波探査を実施し，構造物設計についれるも風化色を呈し，Ｎ値は50を下回る傾向にある．まての検討材料とした．

た，RQD は亀裂が発達していることから，良好な未風化部に比べて低い傾向である（写真-1）．この区間を弱部と

2. 地形・地質概要

して区分した．弱部は地表から順に受ける風化作用と違調査地点は，第四紀の火山群の山麓部にあたる．

い，極端に鉛直方向へ風化作用を受けている．

新第三紀 中新世の堆積岩（泥岩）を基盤岩とする．沢

ボーリング調査では弱部の分布範囲が把握しきれてい部では露岩が確認されるも，大部分は上位の第四紀 火山ないため，構造物基礎位置の選定に必要な地質情報が得

噴出物の被覆層が分布する．

られなかった．

表-1 地質構成表
地質 地層
地質
時代 名
沖 崖錐
礫混じり
積 堆積
粘性土
第 世 物
四
洪 火山山 礫混じり
紀
積 麓堆積 火山灰質
世 物
シルト

地質
記号

(平均)

dt

2～7

Nfl

4～6

泥岩
Sh(w3)
強風化部
新
中
第
新
三
世
紀

堆
積
岩

泥岩
風化部

N値

コア写真

1～5
（1～3）
4～39

Sh(w2) （23～26）

泥岩
50～136Sh(w1) （74～91）
未風化部

3. ボーリング調査事業は詳細設計の段階であり，本調査は支持層の確認・強度について把握する業務である．予備設計により構造

図-2 地質断面図

物の基礎位置について計画されており，ボーリングの調査位置も計画基礎位置に基づいて決定した（図-1）．

写真-1 コア写真（左：B-3、右：B-4）

４. 弾性波探査
弱部が認められた新第三紀 堆積岩は新第四紀の火山噴出物に覆われているため，地形から弱部の規模や分布
図-1 ボーリング調査位置図を把握することが難しい．ボーリング調査から想定され全地連「技術フォーラム 2024」新潟
る弱部は，計画構造物に対して交差するような分布を予想した．
以上から，弱部の分布範囲を把握するために，縦断方
向に L・R 側の2測線を設定した弾性波探査を計画した．
弱部は未風化部に比べて亀裂が発達し，N 値が低い値を示すことから，速度差が表れると予想した．測線長は100m とした．

図-5 R 側速度帯

５. まとめ今回のように地質情報が地形に現れない場合，地形から弱部を推定することは難しい．そのためボーリング調
査で確認された弱部を，弾性波探査を用いて低速度帯から分布範囲を明らかにした．これらのデータは地質断面図に反映され，構造物設計のための検討資料として提出した．
ここからは推察になるが，弱部の発生は第四紀の火山活動における構造運動により，新第三紀の基盤岩内に亀図-3 弾性波探査測線裂が生じ，その割れ目に沿って風化が進んだと考えられる．

弾性波探査結果図を図-4，図-5 に示す．ボーリングで今後も，調査時におけるイレギュラーな地質に対して、確認された泥岩未風化部の弾性波速度は 1700m/s を示す

様々な調査手法を用いて必要な地質情報を得られるようのに対し，表層から風化が進む泥岩中風化部は 1000m/s

な調査提案を迅速に実行していきたい．

を示した．ボーリングで確認された弱部の弾性波速度は1100m/s を示し，泥岩中風化部程度の値を示した．
ボーリング調査で確認された弱部は，弾性波探査で確認された低速度帯の位置とおおよそ合致している．弱部の傾斜や方向はボーリング調査結果から推察した．

図-4 L 側速度帯

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO123】

公園用地における弾性波探査の工夫
基礎地盤コンサルタンツ株式会社

1. はじめに金指和将

析破線がトンネル計画高まで通過することを確認できる

本業務はトンネルの計画にあたり、弾性波探査を行い、（図-3）が、測線2において解析破線はトンネル計画高を

のちのトンネル詳細設計に必要となる地山の弾性波速度

通過していないため（図-4）、解析精度を確保できない状を把握するために実施された。探査対象となるトンネル態となっている。そのため当初の計画では解析精度を確

は最大土被り厚 100m を有する山岳トンネルである。事保するために、火薬と破砕剤の使用を想定していた。し前破線解析結果から発破法での探査が必要となったが、かし探査測線上の公園内、民家での火薬の使用許可が下

探査測線上には公園用地及び保安物件が存在し、火薬のりなかったこと、用地付近に道路があること等の理由か消費ができない状態であった。そのため本調査では火薬ら火薬は使用できない状態にあった。

の代わりに破砕剤、重錘、カケヤを組み合わせて弾性波探査を実施した。

2. 地形・地質概要
調査地周辺は標高約360m の小起伏山地に位置する。調査地の地質は基盤岩として第四紀中新世中期の砂質シル
ト岩及びシルト岩が分布し、更新世中期の段丘堆積物に被覆されている（図-1）。
段丘堆積物 砂礫
更新世

砂質シルト岩及びシルト岩
中新世中期

図-3 測線1 事前破線解析

トンネル計画0200m 調査地
発破不可部は破砕剤（最大受信距離 200m 程度）使用。

図-1 調査地付近の地質図 1）

図-4 測線2 事前破線解析

計画されているトンネルの形状はカーブしているた

施したところ、比較的標高の高い沢部で露岩しているこめ、測線は2分割し、計0.94m の測線長であり、受信点間とが確認された（写真-1）。以上のことから起震の際に発隔は高密度に5m 間隔で設置した（図-2）。

生する弾性波の岩盤への到達が早くなることから、探査

3. 調査方法

その一方で地山の状況を確認するために現地踏査を実精度はある程度確保可能と判断し、破砕剤、重錘、カケヤでの探査を計画した。
破砕剤では起振の際に発生する起振エネルギーが火薬より劣るため、事前破線解析結果よりも更に探査精度が落ちることが懸念される。そのため安全上問題のない沢部において、破砕剤の量を倍量にすることで解析精度の確保を図ることとした。また公園用地内は発破ができな
いため、重錘落下装置（写真-2）及びカケヤでの起振を実施した。

図-2 弾性波探査計画 起振点
探査前に実施した事前破線解析結果より、
測線1では解全地連「技術フォーラム 2024」新潟
2つの測線上の破線通過率はどちらも80％を超えており、高密度解析結果図としてはおおむね妥当である結果を得られた。
380
360
340
320

0.40

300

0

0.80

01.20

深 280

1.60

0

トンネル計画高

度 260

02.00

240

2.40
220

2.80

200

写真-1 泥岩層と段丘砂礫層の境界

3.20

180

km/s
0

20

40

60

80

100

120

140 160180

200 220図-5 測線1破線図

0

240 250 m
0５. 考察
破砕剤を使用した本弾性波探査だが、トンネル計画高の通過率は約80％以上となった。事前破線解析結果より
破線通過率が増加した要因として、破砕剤の量を増加したこと、比較的標高の高い沢部で露岩していたこと及び岩盤の速度値が高かったことから破線通過率が増加したと考えられる。

６. おわりに
写真-2 重錘落下装置

本弾性波探査は、土被り100m 以上のトンネル計画の弾性波探査において、公園や民家等の保安物件が近く、火４. 調査結果薬の使用が不可な場所での破砕剤、重錘落下装置、カケ弾性波探査解析にはトモグラフィ法を実施した。トモグラフィ法では解析結果として地盤の速度分布と破線の分布が得られることから、破線が通過していない格子のヤでの弾性波探査を実施した事例である。
調査地の地質条件を踏まえたうえで探査計画を立てることの重要性を本業務から学ぶことができた。

解析結果については妥当性がないこととなる。よってトンネル計画高を破線が通過しているかどうかが重要とな《引用・参考文献》

る。図-5に示すように、測線1では210m～250m 区間にお1) 5万分の1地質図幅

寄居（1992）（に加筆）

いて破線のトンネル計画高の通過は認められない。トンネル計画高において破線が通過する割合を示す破線通過
率は約84％である。また測線2では距離140～270m 区間において破線のトンネル計画高の通過は認められず、破線
通過率は約81％となった（図-6）
。
380
360
340
0.40

320

0.80

300

深

0

1.20

280

0
1.60

度 260

0
トンネル計画高

2.00

240

0

220

2.80

200

3.20

2.40

180
0

20

40

60

80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320
000
0測線 20 破線図
0
0
0
図-6

0

540 560 580 600 620 640 660 680 m

340 360 380 400 420 440 460 480 500 520
0

0

0

0

0

0

0

0

0

0

km/s

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO124】

急斜面での弾性波探査における独立型記録装置の適用事例
サンコーコンサルタント株式会社

〇根本

和秀，江元

智子，赤嶺

辰之介，山中義彰

１. はじめにトンネル設計のための地質調査には弾性波探査が有効

受振器

な手段のひとつである．
道路整備事業が進められる中で，急峻な山岳地でのトンネル建設事業が計画され，通常のテイクアウトケーブルを使用した受振器の設置が困難な
急斜面を含む事例もある．この場合，受振点を減らすとデータの品質低下に関わり，一方で設置作業に際してザ

独立型記録装置

イルワークによる作業を強行すると危険性が増す可能性がある．本発表では，急斜面での受振点設置のため，テイクアウトケーブルが不要な独立型記録装置の適用事例

図-1 独立型記録装置を紹介する．

４. 適用による効果
２. 背景(1) 記録装置設置作業への効果

調査地は尾根と谷が連続する急峻な山岳地で，一部に急斜面の昇降および独立型記録装置の運搬はザイルワ

傾斜70～80°の急斜面や，オーバーハングが見られる急ークで行った（図-2）．装置はリュックに入れて運搬でき崖が存在したため、受振器の設置が出来ない場合90m のたため，ザイルワークの支障にならず，作業の安全性を欠測区間が生じてしまうことから，ザイルワークによっ確保することができた．

て急斜面を昇降し，受振器を運搬する措置をとった．しさらに，前項で述べたようにデータ収録が簡便である

かし，通常の探査で用いるテイクアウトケーブルや電話ため，ザイルワークによる設置作業から測定に至るまで線は長くて取り回しが難しく，ザイルと干渉したり，運の作業を円滑に進めることができた．

搬中に受振器を落下させたりするなど安全性が確保できない懸念があった．また，調査地が奥地にあるため，作業時間に制約があり，ザイルワークをしながら測定準備に関わる複雑な作業を短時間で行うのは困難であると考
えられた．

３. 方法
安全性と作業の複雑さの課題を解決するため，独立型記録装置を用いた（図-1）．この記録装置は一辺15cm 程
度，重量1.6kg で，取り回しが簡便であり，一台につき受振器を一個接続できる．独立型記録装置の電源を起動するとデータ収録が自動で開始され，内蔵された SD カードに記録されるため，複雑な操作やテイクアウトケー
ブルが不要である．測定時の時刻は，独立型記録装置に

図-2 ザイルワークでの急斜面移動の様子付属する GPS によって取得した．測線のうち，急斜面の区間で独立型記録装置を使用し，それ以外の区間は通常のケーブルを用いて展開した．

(2) データ収録への効果探査作業では，受振点間隔を10m として，独立型記録装置を12点に設置した．
うち3点は通常のテイクアウトケ
ーブルによる展開の区間とオーバーラップさせ，波形記
録の時刻同期に用いた．
テイクアウトケーブルを用いる探査方法では9点の受振点が欠測区間となることが想定されたが，記録装置を用いることでこれらの受振点のデータを得ることが出来た．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
５. まとめ(3) 解析結果への効果解析に際し，独立型記録装置を用いた展開の区間およ急斜面での弾性波探査に独立型記録装置を用いた事例

び通常のテイクアウトケーブルによる展開の区間の両方

で，次のような知見が得られた．

で，初動走時の読み取りを行った．独立型記録装置の波①長いケーブル類（テイクアウトケーブル）が不要なた

形記録は時系列データとなっているため，オーバーラッ

め，ザイルワークの支障にならず，作業の安全性を確プさせた有線区間のデータの初動走時と照合すること保できた．

で，オーバーラップさせた受振点以外の初動走時を算出②テイクアウトケーブルを用いる通常の探査方法では欠した．測定した波形記録は初動を明瞭に読み取ることが測区間にせざるを得ない場所に受振点を設置できたた

でき（図-3），走時曲線を作成するのに十分な品質のデー

め，当初の探査計画通りの受振点数を確保することがタであった．

できた．

はぎとり法解析の結果，
当該測線は4つの速度層に分け③測定した波形記録は，テイクアウトケーブルを用いるることができ，急斜面の区間は第一層から第三層までの通常の波形記録と同様に，初動読み取りに十分なデー層厚がきわめて薄いことがわかった．急斜面はほとんどタ品質であった．

が岩盤斜面となっており，はぎとり法解析の結果は現場④解析結果は現場状況とも整合し，テイクアウトケーブ

状況と整合する．また，地山の速度値が5.2km/s と高い

ルを用いる通常の展開方法と同様の精度の解析結果を値を示し，地山状況は良好と考えられた．独立型記録装得ることができた．

置で得られたデータも通常通りの解析に使用することができ，通常のテイクアウトケーブルによる展開の区間と同様の精度の解析結果を得ることができた．

図-3 独立型記録装置で得られた波形記録

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO125】牽引式電気探査による堤体及び基礎地盤の効率的な調査
応用地質株式会社

1. はじめに

〇田中

悠暉，上野

俊幸，謝

建明

送信機

長大な線形の防災構造物である河川堤防は，1 箇所の越水や決壊でも堤内地に甚大な浸水被害をもたらすことから，効果的かつ効率的な維持管理が求められる．沖積河川では氾濫平野や旧河道といった複雑な基礎地盤上に堤防が整備されるが，堤体も嵩上げや拡幅等が繰り返さ受信機

れて現在の形状となっており，堤体および基礎地盤の構造を把握することが重要である．
そこで本論文では，牽引式電気探査を用いた堤体および基礎地盤の土質構造の把握事例を紹介する．A 川およ

図-1 牽引式電気探査の測定状況例

び B 川において牽引式電気探査を実施し，電気探査から終点480m得られる比抵抗値と簡易ボーリングの採取試料から得られる細粒分含有率の関係から土質区分の閾値の参考とし，

調査範囲

さらに地下水位の影響も考慮して土質構造を把握した．

A川

2. 牽引式電気探査の概要

起点0m

電気探査は地盤内に電気を流し，電気の流れにくさ（電気抵抗）を測定し，地盤内の比抵抗値を推定するものである．一般的に，高比抵抗値を示す場合は砂質土や礫質

1)に加筆
図-2 A 川の調査範囲及び周辺の土地利用状況.1

土と推定され，低比抵抗値を示す場合は粘性土として推.NoBoor.1田r.N太oB
桜川(1回目)
田 16
】北
田
-1
北太 桜川(1回目)
往
北太 16 1 桜川(1回目)
既
北太
-1
2
桜川
往】16
【
】
往】
-2
川- 川- 1
往
川-14
桜川
既
【既
桜
既
桜
【
堤内地盤高
桜川
【 10 20 30 40 桜
50
.1
.No
Bo r

定される．牽引式電気探査はキャパシタ電極を利用する
田
16

.1
.No
桜川(1回目)
Bo r

下流

上流

14

14

14

できる．このため，牽引式電気探査は従来の電極設置型
10 20 30 40 50
MS
FS-M

12

標
の電気探査と比較して測定時間が 101/2～1/3 程度と短く

標

10M-S

高

8
作業効率が良いほか，探査費用も電極設置型の電気探査
8(m)

よりも 1/2 程度に抑えられる．

Lm
2

CM

2.9MS
3.3
S-M
4.04

高


10 20 30 40 50
MS
FS-M

12MC

Lm
2

2.9MS
3.3
S-M
4.04

GS
6

GS
6

(m)

6

6

7.3

8

4

7.3

12

MC
標

標

10

CM

10

M-S

高


MS
FS-M
M-S30 40 50
10 20
MS
MC
Lm
FS-M
2 M-C
CM
MC

Bs

12

Bc

Lm
2.9
2 3.3MSM
S-M
2.9MS 4.04 C
CS
3.3
S-M
4.04
GS
6

M-S

Bs
Bc

8

GS-C
M-S

CM

C
CS

M-C

Bc

M-C
M

M
C
CS

C

MC
C-S
FSC
MS
GS
FS
GS
FS

8

6

7.3

MS
8
4
8
MS
MS 10
4
4
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200
220
240
260
280
300
320
340
3
10.5
Ohm-m
80 0 100 20 120 4010140 60 160 80 180100 200120 220140 240
260
280
300
320
340
360
380
400
420
440
460
480
10
160
10.5
0
20
40
60 18080 200
100 220120 240140 260
160 280
180 300
200 320220 340240 360
260 380
280 400
300 420320 440
340 460
360
10.5

MS

図-1 は牽引式電気探査の測定状況である．
牽引式電気
0
20
40
60
10
10.5

12

探査の測定深度は，同図の送受信機の間隔により変更で12MS

き，必要な深度までの比抵抗値が得られるように同一測1414.4

距 離 MS
程

12
MS

14

14
14.4

14
14.4

下流 田

14

12

できるが，
飽和度や鉱物等によって比抵抗値は変化する．
10
高


標

2.9MS
3.3
S-M
4.04

M-S

8
高

このため，対象地の土質構造を把握するためには，土質
8

(m)

GS
6

6

(m)

6
と比抵抗値を比較する必要がある．なお，土質構造の把

Lm
2
2.9MS
3.3
S-M
4.04

GS
6

7.3

8

4

10 20 30 40 50
MS
FS-M

MC

CM

MS

4

.1
.No
Bo r
桜川(1回目)14

10 20 30 40 50
MS
FS-M

電気探査は地盤の比抵抗値を連続的に把握することが
12
Lm
2

距 離 程 (m)
距 離 程 (m)(m)

o.
o .r1.N
r.NBo
Bo田
太
北
北
桜川(1回目)
桜川(1回目)太田
1
北太16 16-1往】16往】- 2 - 1 川】北
-1
2
往】
往
桜川
【既
【既
桜川 桜川 桜 推定地下水位 川桜川 14
【既
【既
桜

16

10

距 離 程

a) 比抵抗値と Fc のみで閾値を設定した場合
1

14
14.4

Bo
線で複数回測定する．なお，1 日あたりの探査可能な測
桜川(1回目)
太田

標

(m)

12
MS

o .1
r.N

線長は 1km 程度である．

500
Bcs
450
400 砂質土330 基礎地盤：粘性土
250
中間土
150
80
40
10 粘性土

GS-C
CM

MC
C-S
FSC
MS
GS
FS
GS
FS

推定基礎地盤線 基礎地盤：粘性土 CS
推定地下水位

GS
6 7.3

6

M-C
M

M-S

8基礎地盤：粘性土

高

(m)
(m)

Bcs

M-S

M-S

CM

2
川桜
-3
-2
桜川
比抵抗
桜川

-3
桜川

ことにより，電極棒を地盤内に打設することなく測定が

7.3

MC

標

標

CM
M-S

高

(m)

12
10

高

8

10

10 20 30 40 50
MS
M-S40 50
10 20 30
FS-M
MS
FS-M
MC
Lm M-C
MC
Lm
2
CM
2
M
CM
2.9MS
M-S
2.9MS 3.3S-MC
M-S
CS
3.3
S-M 4.04
4.04

(m)
6
4

GS
6

4

M-S

M-S

CM

M-S

M-C

MC
C-S
FSC
MS
GS
FS
GS
FS

M-C

M-C

M
C

M

M
C
CS

CS
推定基礎地盤線

C
CS

GS-C
CM
MC
C-S
FSC
MS
GS
FS
GS
FS

190
150

基礎地盤：砂質土

基礎地盤：礫質土

90

砂質土

50

基礎地

30

8

8

礫質土

基礎地盤：粘性土
12070

基礎地盤：砂質土

基礎地盤：礫質土
6
7.3
7.3

2
-3
2 川-桜
比抵抗
桜川
桜川

GS-C

基礎地盤：粘性土

8

GS
6

8
MS

12

上流

3
川-

桜
堤内地盤高

10

MS

MS

粘性土

Ohm-m 320
100 320120 340140 360
160 380
180 400
200 420220 440240 460
260 480
280
300
340
3
0
20
40
60
80
100
120
140
160
180
200 0 22020 24040 26060 28080 300
握は，仮設が不要な簡易ボーリングによって確認した．
0
20
40
60
80
1000 120
20 14040 16060 18080 200100 220120 240140 260
160 280
180 300
200 320220 340240 360
260 380
280 400
300 420320 440
340 460
360
10
10.5

12
MS

3. A 川における探査事例

14
14.4

図-2 は A 川での調査範囲および周辺の迅速測図であ

10
10.5

10
10.5

10
10.5

距 離 12程
12
MS

14
14.4

12
MS

MS

(m)

距 離 程

(m)

距 離 程 (m)
距 離 程 (m)1414.4b) 地下水位の影響も考慮した場合
1414.4

図-3 A 川における調査結果の抜粋（縦横比 1:10）

る．明治初期において，当該地点の堤防は既に整備されており，堤防川裏は水田として利用されてきた．
図-3a)，b)はそれぞれ地下水位以下の比抵抗値コンターを明確にするため，比抵抗値の表示レンジを変化させしている．また，図-4 は A 川での比抵抗値と細粒分含有率 Fc の関係を示し，図中に示す土質区分の閾値を参考として図-3b)の土質区分を行った．

た比抵抗値の堤防縦断分布図である．なお，同図には簡まず，地下水位を考慮しないレンジ幅の広い比抵抗分

易ボーリングや既往ボーリング調査結果，地下水位も示

布図-3a)に着目すると，天端から GL-1.0m 程度までは

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
700
700

粘性土(桜川)粘性土(桜川)礫質土(桜川)土質区分
礫質土(桜川)粘性土(東仁連川)

600
600

粘性土(東仁連川)
砂質土(東仁連川)
砂質土(東仁連川)
粘性土(谷田川) 礫質土
粘性土(谷田川)

比抵抗値(Ω・m)

比抵抗値(Ω・m)

500
500
400
400

（高比抵抗）

砂質土（中比抵抗）

300
300
200
礫質土(高比抵抗)200
礫質土(高比抵抗)

粘性土（低比抵抗）

100
砂質土(中比抵抗)1000

砂質土(中比抵抗)
粘性土(低比抵抗)0粘性土(低比抵抗)

0

0

10

比抵抗
（Ω・ｍ）
200～
190
170
150
140
120
100
90
80
70
60
50
40
30
20
～10

終点900m
調査範囲
氾濫平野

10 20 30 40 50 60 70 80 90 100
20 30 40
50 60 70 80 90 100
細粒分含有率F (%)

起点0m

c

細粒分含有率Fc(%)

旧河道

図-4 A 川における比抵抗値と Fc の関係

比抵抗値と細粒分含有率の関係（地下水位以深）
比抵抗値と細粒分含有率の関係（地下水位以深）

図-5 B 川の調査範囲及び地形地質分類図 2)に加筆
十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）

十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）

5 十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）
5 4
4 3
比抵抗
粘性土
水路底
3 2
2 1
標
標
350
標
1 0
埋戻土
0 -1樋
200
-1 -2門高
砂質土・粘性土互層

高
140

高
-2 -3
地下水位
-3 -4
80
(m)
-4
砂質土（細粒分多い）
(m)
-5
(m)
20
-5
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 460
100 380
120 400
140 420160 440
180 460
200 480
220 500
240 520260 540300 40320 600
380120400140420160440180460200480220500240520260540280560300580320600340620360640380660
Ohm-m0280 2060340 620
80360100
400680420700440720460740480
80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 0 28020 30040 32060 34080 360
560
580
640
660
680
700
720
740
760
780
800
820
840
860
880
900

十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）
5比抵抗値が150Ω・m 程度以上と相対的に高比抵抗であ
5
4
3
2
1
0
-1
-2
-3
-4
-5

4

k
TK-R4.10 m
TP 1.77 0m
Dep.=5.03
るが，土質は砂質土を混入する粘性土が主体である．特

標

2

1
に距離程
0～120m での高比抵抗部では，堤防天端の砂利
0
-1
-2
-3
-4
-5


高

舗装により高比抵抗値を示したものと推察した．また，(m)

GL-1.0～2.0m 程度までの比抵抗値は 50～120Ω・m 程度
0

20

40

60

0.50

1.25

2.05

3.10

3.70
4.00

4.80
5.00

と相対的に低比抵抗で，土質は粘性土が主体であり探査

距 離 程

距 離 程

(m)

結果と整合する．

氾濫平野

十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）

十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）

5
4
3
2
1
0
-1
-2
-3
-4
-5

距 離 程
距 離 程

(m)

旧河道
a) 地下水位を考慮しない場合

5十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）
5
4
4
粘性土
比抵抗
3
水路底
3
3
2
2
標 2
1
140
標
1
標
1
0 埋戻土
0
0 樋
100
-1
-1
高 -1 門-2
砂質土・粘性土互層

高
-2
70
地下水位

高
-2 -3
-3
-3
40
-4
(m) -4 -4
砂質土（細粒分多い）
(m)
-5
(m)
-5
10
-5
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 46
0 20 40 60 80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 0280 20300 40320 60340 80360100380120400140420160440180460200480220500240520260540280560300580320600340620360640380660
Ohm-m
4006804207004407204607404807
80 100 120 140 160 180 200 220 240 260 280 300 320 340 360 380 400 420 440 460 480 500 520 540
560 580 600 620 640 660 680 700 720 740 760 780 800 820 840 860 880 900

十勝川R1-3（十勝川右岸3.9～4.6km）
5一方，地下水位以深に着目したレンジ幅の狭い比抵抗4k
TK-R4.10 m
TP 1.77 0m
Dep.=5.0

分布図-3b)では，比抵抗値が 30～70Ω・m 程度の粘性土


高
(m)

0.50

の下層に 70～150Ω・m 程度の砂質土および 150Ω・m 以

1.25

2.05

3.10

上の礫質土が分布していると推察でき，簡易ボーリング

3.70
4.00

4.80
5.00

および既往ボーリング結果で確認された土質区分と整合
0

20

40

60

し，網羅的に土質構造を把握できた．

距 離 程

距 離 程

(m)

b)

4.

B 川における探査事例

距 離
距 離 程

(m)

旧河道
地下水位を考慮した場合

図-5 は B 川での調査範囲および地形地質分類図であ3000
礫質土（地下水位より上）

砂質土（地下水位より上）
2500

る．当該地点，氾濫平野および旧河道に該当する．
図-6a)，b)はそれぞれ比抵抗値の表示レンジを変化させた比抵抗値の堤防縦断分布図である．なお，同図にも氾濫平野

図-6 B 川での調査結果の抜粋（縦横比 1:10）
土質近似式より推定される比抵抗値

礫質土1000Ω・m以上

砂質土

170Ω・m～1000Ω・m

粘性土・
有機質土

170Ω・m以下

粘性土（地下水位より上）
有機質土（地下水位より上）

比抵抗値ρ（Ω・m）

標

礫質土（地下水位より下）2000

砂質土（地下水位より下）
粘性土（地下水位より下）1500

有機質土（地下水位より下）

1000

簡易ボーリングにより作成した柱状図と，地下水位を示500している．また，図-7 は B 川での比抵抗値と Fc の関係を示し，図中に示す土質区分の閾値を参考にして図-6a）の土質区分を行った．

0
0.0

10.0

20.0

30.0

40.0

50.0

60.0

70.0

80.0

90.0

100.0

細粒分含有率Fc（％）

図-7 B 川における比抵抗値と Fc の関係

まず，地下水位を考慮しないレンジ幅の広い比抵抗分
布図-6a)に着目すると，全体的に比抵抗値が 20～100Ω・て土質の閾値を設定することで，土質構造を縦断方向にm 程度と相対的に低比抵抗であるが，土質は砂質土も主おいて連続的に把握することができた．

体としている．これは，簡易ボーリングを実施した地点

また，
地下水位以深の基礎地盤の土質構造の把握では，の地下水位が GL-1.15m と浅く，深さ方向に対して土質

比抵抗値の閾値と表示レンジを狭くすることで，基礎地と比抵抗値が整合していないことが影響していると推察

盤の土質区分の違いを把握しやすくすることができた．

した．一方，地下水位以深に着目したレンジ幅の狭い比抵抗分布図-6b)に着目すると，距離程 60～180m 付近の《引用・参考文献》

地表面付近では 100Ω・m 以上と相対的に高比抵抗であ1) 農研機構農業環境研究部門：歴史的農業環境閲覧シり，砂質土を主体とする．また，標高+2～-3m 付近ではステム(最終閲覧日2024.5.24)，

比抵抗値が 40Ω・m 以下となっており，簡易ボーリング

https://habs.rad.naro.go.jp/habs_map.html?zoom=

結果で確認された土質区分と整合性が高く，地下水位以13&lat=36.08382&lon=140.19843&layers=B0

下で判別が困難な土質構造を把握できた．

2) 国土地理院：地形地質分類図(最終閲覧日2024.5.24)，https://maps.gsi.go.jp/#15/42.689786/143.639545

5. まとめ
河川毎に比抵抗値と細粒分含有率 Fc の関係を整理し/&base=ort&ls=ort%7Clcmfc2&blend=0&disp=11&vs=c
0g1j0h0k0l0u0t0z0r0s0m0f1&d=m

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO126】堤防開削調査による電気探査の適用性検討
応用地質株式会社〇横井 恵太，大藪 剛士，塚田 秀太郎，小泉 慎太郎

1. はじめに
河川堤防は，治水に際してその都度嵩上げや拡幅による補強がなされてきており，構造（築堤履歴）が複雑な土構造物である．堤防開削調査は，樋門等の河川構造物を構築する際に行われ，堤体の土層構成の把握，築堤履
歴等を確認することで，堤防の質的向上を検討する際の基礎資料を得ることを目的に実施される 1)．
本稿では，堤防の耐震対策工事に伴い開削した堤防断面において室内土質試験，現場透水試験，山中式土壌硬度測定及び，簡易電気探査を実施し，その結果，特に土壌硬度と比抵抗値に相関性がみられたことからその結果

図-1 現場透水試験装置（GPI 法）2）

を中心に報告する．

2. 開削断面の築堤履歴及び調査方法
既往の文献資料をもとに開削断面の築堤履歴を調査した結果，築堤履歴は大きく3回に分けられ，江戸時代後期に築堤（履歴Ⅰ）された後，明治から昭和の中期にかけて2回拡築されている（履歴Ⅱ，Ⅲ）．開削断面の観察の結果，履歴Ⅰは粒径が均一な中砂主体の砂質土，履歴Ⅱ，
Ⅲは砂礫や礫混じり砂を主体としている（写真-1）．
写真-2 簡易電気探査状況

3. 調査結果（1）物理特性＜開削断面＞※メッシュは1m 格子

表-2に，築堤履歴毎の代表的な試験結果を示す．
履歴Ⅰは砂分を主体としているが，湿潤密度は
ρt=1.664Mg/m3と相対的に小さく，履歴Ⅱ及び履歴Ⅲは礫分を含んでおり，湿潤密度はρt=1.914～1.942 Mg/m3と相対的に大きな値を示している．

砂礫

中砂

＜履歴Ⅰ＞

砂混じり砂

砂礫

＜履歴Ⅱ＞

＜履歴Ⅲ＞

図-2に，築堤履歴毎の粒径加積曲線を示す．履歴Ⅰの粒径加積曲線は立っており，均等係数 Uc＝1.58～2.29の写真-1 開削断面および各築堤履歴の土質状況範囲にあることから粒径が均一な材料であるといえる．

表-1に，実施した室内土質試験内容一覧表を示す．現

表-2 築堤履歴毎の代表的な試験結果一覧表

2)

場透水試験の手法は図-1に示す GPI 法を用いた ．また，

築堤履歴
試料

履歴Ⅰ
OL1(-1)

履歴Ⅱ
R2R3(0)

履歴Ⅲ
OL1(0)

簡易電気探査は電極棒を鉄丸釘（N65）とした携帯型の装土粒子の密度ρs（Mg/m 3 ）自然含水比wn（％）
礫分（％）
砂分（％）
粒度
シルト分（％）
粘土分（％）
最大粒径（mm）
試験方法
最大乾燥密度締固めρdmax（Mg/m 3 ）最適含水比（％）

2.722
5.2
0.1
95.5

2.715
4.3
60
37.4

2.714
3.3
38.1
60.7

置（試作品）を用いて試行的に実施した（写真-2）．
表-1 実施した室内土質試験内容一覧表
試験項目
土粒子の密度試験

準拠する基準・規格番号
JIS A 1202

土の含水比試験JIS A 1203

土の粒度試験JIS A 1204

土の液性限界試験

JIS A 1205

土の塑性限界試験

JIS A 1205

土の湿潤密度試験

JGS 0191

JIS ：日本産業規格

突固めによる土の締固め試験

JIS A 1210

JGS ：地盤工学会基準

分類
分類記号

湿潤密度ρt（Mg/m 3）
現場密度試験 乾燥密度ρd（Mg/m 3）
締固め度（％）

4.4

2.6

1.2

4.75
A-c

75
B-c

37.5
B-c

1.642

2.045

1.934

17.2
分級された
砂
(SP)

7.3
分級された
礫質砂
(SPG)

9.4
分級された
礫質砂
(SPG)

1.664
1.549
94.3

1.942
1.862
91.1

1.914
1.853
95.8

全地連「技術フォーラム 2024」新潟(2)透水係数
図-3に，現場透水試験結果を開削断面図上に示す．
開削調査箇所の堤体は全般に透水性が高い材料で構成されている．
履歴Ⅰの透水係数は10-4m/s オーダーであり，一般的な

（青線）
：履歴Ⅰ
（赤線）：履歴Ⅱ（橙線）：履歴Ⅲ

砂よりもやや透水性が高い．これは，粒形が均一な材料であり間隙が大きいことに起因している．
履歴Ⅱは10-3m/s オーダーと透水性が高く，履歴Ⅲは

図-2 築堤履歴毎の粒径加積曲線

10-4m/s 程度を示す．
(3)土壌硬度および比抵抗値
図-4に，開削面のメッシュの交点毎に測定した土壌硬度のコンター図を示す．土壌硬度は，試験時に測定した貫入量から式-1により算出した．履歴Ⅰは，履歴Ⅱや履歴Ⅲと比較してやや緩い状態にあるが，履歴Ⅰの中でもばらつきがみられる．特に履歴Ⅰの下位のゾーンで相対的に土壌硬度が低いことから，当ゾーンは堤体土ではな

図-3 現場透水試験結果図

く自然堤防の可能性も考えられる．

P=10X／0.7952(4-X)2×98.1
・・・式-1
ここで，P：土壌硬度（kN/m2）
X：貫入量（cm）

図-5に，開削面のメッシュの交点毎に測定した比抵抗値の分布図を示す．比抵抗値は200～2000Ω･m を示し，一般的な礫材の範囲にある．履歴Ⅰは，概ね履歴Ⅱ及び図-4 土壌硬度分布図

履歴Ⅲと比較し相対的に高比抵抗値を示す．特に履歴Ⅰの下位のゾーンでの比抵抗値が相対的に高く，これは図-4に示した土壌硬度による相対的に緩い箇所と概ね一致している．図-6に，土壌硬度と比抵抗値との関係図を示す．土壌硬度と比抵抗値との相関性が高く，今回の開削
断面での比抵抗値の違いは地盤の締まり具合が大きく起因しているものと考える．

４. おわりに図-5 比抵抗分布図

現地で確認できる貴重な調査である．今回実施した開削
調査では築堤履歴が大きく3回に分けられ，土質構成は砂質土～礫質土を主体とするが，江戸時代後期に築堤された履歴Ⅰは粒径均一な砂質土であった．開削断面において，室内土質試験のほか，現場透水試験，土壌硬度測定

比抵抗値（Ω m）

河川堤防の開削調査は，通常ならばボーリング等の点データしか確認できない堤体の土層構成や築堤履歴等を

2500
履歴Ⅰ

2000

履歴Ⅱ

1500

履歴Ⅲ

1000
500
0

0

50

100

150
200
土壌硬度（kN/m2）

250

300

図-6 土壌硬度と比抵抗値の関係図

及び，簡易電気探査を実施した結果，土壌硬度と比抵抗値に相関性がみられ，地盤の締まり具合を比抵抗値で検《引用・参考文献》

出できる可能性も確認できた．一方，今回の調査では透

1) 河川堤防開削時の調査マニュアル(2011)：国土交通

水係数に大きな差異が見られなかったことから比抵抗値との有意な関係が把握できていない．
今後も現地調査を通じて各調査手法の適用性を検討していく．

省 河川局治水課．
2) 竹下祐二，三木愛実，池田 結（2021）：簡易型変水位透水試験による現場飽和透水係数の原位置測定方法，土木学会論文集 C（地圏工学），Vol.77(No.3,)．

【9【CO127】

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

電気探査及び弾性波探査、放射能探査を用いた温泉物理探査事例
株式会社キタック

1. はじめに

〇古田嶋

峻大，金岡

民善

・放射能探査土木設計や施工を行う上で基礎資料となる地質調査は

岩石中の亀裂に沿って上昇するガンマ線を観測するこ非常に重要である．地質調査の中にも様々な種類があるとで岩盤に生じた亀裂等，破砕帯の箇所を把握する手法が，その中で代表的なものとしてボーリング調査がある．

である．

ボーリング調査は地面を掘削し土質サンプルの採取や原（4） 探査手法の問題点

位置試験を実施することで基礎地盤の性状を調査する手・電気探査法である．ただし源泉の湧出が地表に近い温泉地でボー

電極から地下に電気を流す性質上，金属構造物が埋設リング調査を行う際は掘削により源泉の利活用に影響をされている場合は金属の比抵抗値を計測するため，金属及ぼすことが懸念される．安全にボーリングを実施し，構造物付近は地下水調査及び土質性状の調査には不向き

源泉の利用に影響を及ぼす可能性が少ない手法を用いてである．当該地においても消雪パイプが埋設されている基礎地盤の性状を把握し，ボーリング調査の補完資料と箇所で金属による偽像を確認した．

することが重要である．

・弾性波探査

本稿では温泉地で計画されているボーリング調査に先地下の地層構造を把握することを目的とした調査ではんじて非破壊検査である物理探査を実施し，地質構造や弾性波探査が用いられることが一般的であるが，金属や地下水の分布状況を確認した事例について報告する．

コンクリート構造物が付近にある場合や埋設されている
場合にはその信号を観測してしまうため，地層構造の把2. 調査概要

握が困難になる性質がある．当該地においても擁壁によ（1） 経緯る偽像を確認した．

当該地は温泉街に位置しており，温泉街中心部を流れ（5） 物理探査測線の配置

る河川は河川整備計画では改修区間に位置付けられてい探査測線は河川両岸に設置（図-1）し，測線長及び電る．地質調査及び施工の実施に伴い，源泉に影響を及ぼ

極間隔は表-1 の通りとした．また配置結果を空間的（準す可能性が否定できないため、これらの実施を前に当該

三次元的）に解析を行うため，河岸上部で 2 測線，河岸地の地質性状及び地下水（温泉水）位置を概略的に把握の法尻付近で 1 測線の計 3 測線を計画した．

する必要があった．
（2） 調査地の地質
当該地全域の基盤岩は主に花崗閃緑岩から構成するが，北西方向に貫入する安山岩やアップライトの岩脈が確認できる．貫入している岩脈は北西方向の直線形を示しており，岩質が破砕されているほか，
熱水変質作用を受け，暗色に変色している．温泉地の源泉は基盤岩の断層や亀裂等の破砕帯を介し地表に湧出している．
（3） 実施した物理探査の概要
地下水（温泉水）の分布把握を目的とした調査では電気探査手法を用いることが一般的であるが，電極を地盤に打ち込む必要があるため，舗装箇所での実施が困難で

図-1 物理探査測線位置図

あることから，当該地舗装箇所では弾性波探査を用いた．
・電気探査（比抵抗二次元探査）
電極から地下に電気を流すことにより，地下の電気的表-1 測線ごとの調査内容
測線名な性状を解析し，地盤の種類や分布，地質構造，特に地下水の分布状況などを調査する手法である．
・弾性波探査（スタッキング法）

電気探査

弾性波探査

放射能探査

測線長

電極

探査

測線長

受信点

測線長

（m）

間隔

深度

（m）

間隔

（m）

（m）

（m）

（m）

受信点
間隔
（m）

1

100

2

20

-

-

100

1~5

2

150

2

20

-

-

100

2.5~5

2’

-

-

-

-

-

85

2.5~5

物性の異なる境界で弾性波が反射する性質を利用し，

3

152

2

20

-

-

85

2.5~5

4

110

2

20

-

-

110

2.5~5

人工的に弾性波を発生させ，波を観測・解析することで

5

158

2

20

-

-

-

-

6

158

2

20

-

-

-

-

7

-

-

-

50

2

-

-

8

-

-

-

34

1~2

-

-

合計

828

-

-

84

-

480

-

地質構造を把握する手法である．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 調査結果（1） 電気探査結果
目視可能な温泉湧出箇所（測線 4140m～155m）は低比抵抗部に位置しており，岩盤の亀裂が確認できることから，当該地の温泉は岩盤の亀裂から湧出していると考察できる（図-2）．

図-4 放射能探査結果図

図-2 電気探査結果図（2） 弾性波探査結果
一般的に弾性波速度は深度方向に従って増加する傾向を示し，当該地における速度構造もその傾向を示す．当
該地で測定された弾性波速度は最大で 3.4［km/s］であり，花崗岩の弾性波速度一般値 4.0［km/s］～6.0［km/s］
1)

より若干遅い結果となった．これは風化や熱水変質の影響を受けたためであると想定される．測線 7 の 25m～

図-5 測線 3 の放射能探査と電気探査比較図

30m 間及び測線 8 の 15m 付近には低速度帯（2.0［m/s］
程度）を確認できる．これは貫入岩又は花崗岩の破砕帯であると考察される（図-3）．

4. まとめ
物理探査結果より岩盤の亀裂及び地下水を示す測定値
は河川左岸側に集中していることが分かった．このこと
から河川右岸側での掘削が源泉の利活用に影響を及ぼす
可能性は低いと考察し，調査ボーリング位置は当初計画
位置の通りとした．調査に際して温泉噴出時の対処法を立案した後，現場作業を実施した．

5. おわりに温泉地では源泉の湧出量確保は重要な問題であり，そのような箇所で調査・施工を行う際には源泉に影響を及
ぼさないことに留意する必要がある．当該地のように広図-3 弾性波探査結果図（3） 放射能探査

範囲で温泉の湧出が確認される場所では，物理探査のような源泉に影響を及ぼす可能性が低い調査を行い，源泉

一般にガンマ線量は健全な岩盤や亀裂が密着した岩盤

湧出箇所の推定を行うことは，掘削作業で源泉の利活用

では値が低く，亀裂が卓越する箇所では高い値を示す傾に影響を与えないよう留意するにあたり，非常に有効な向が見られる．

手法であると考える．また探査の際は，実際の湧出箇所

当該地では表土の被覆がある区間では相対的に低いガ
ンマ線量が計測され（概ね 0.06～0.08μsV/h 程度），露でデータの測定を行い測定値の比較を行うことが望まし
いと考える．

岩する箇所（測線 3）ではガンマ線量のブレが大きいが相対的に高いガンマ線量が計測された（概ね 0.09～0.14《引用・参考文献》

μsV/h 程度）
．各測線におけるガンマ線が平均値よりも1) 日本道路協会：道路トンネル技術基準（構造編）
・同

高い箇所は河川下流側に位置している．このことから岩盤亀裂は河川下流側分布していると考察される（図-4，
図-5）．

解説（1989）p48

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO128】レーダー探査を使用したトンネル補修設計事例
基礎地盤コンサルタンツ株式会社

〇池澤

彩、植田

健太

1. はじめに
矢板トンネルは、施工時のコンクリート打込み不良等
により覆工コンクリート背面に空洞が発生しやすい。
本稿では、矢板トンネルの背面空洞に対するレーダー
探査を使用した対策工設計事例について示す。

測線 No.1（L2.2m）

孔内観察①

測線 No.2（L1.1m）
測線 No.3（天端）
測線 No.4（R1.1m）

2. 対象トンネルと定期点検結果

孔内観察②

測線 No.5（R2.2m）
孔内観察③(1) 対象トンネル
対象トンネルは、三重県が管理する矢板トンネルであ

穴（欠落）
孔内観察④

凡例
地中レーダー
探査測線
孔内観察位置る。完成から50年以上経過しており、延長は284m、幅員4.5m、1車線の狭いトンネルである。
（写真-1）
図-1 レーダー探査範囲(2) トンネル全体のレーダー探査

覆工コンクリート欠落部周辺だけではなく調査範囲全
体で空洞が確認されたため、図-2に示すトンネル全延長のレーダー調査を天端と天端から左右2m 離した車道端部真上の計3測線で実施した。解析結果より、最大空洞厚103cm、全体の空洞量は約216m3が推定された。
左側

写真-1 起点坑口

測線 1(2) 定期点検結果

測線 2

天端
2m

測線 3

前回の定期点検の健全性診断で、「予防保全段階」はうき、漏水、目地劣化が確認されている。
「早期措置段階」

2m

起点側

右側

終点側

図-2 レーダー測線位置

で覆工部の打ち継ぎ目で覆工コンクリートの穴（欠落）が確認され（写真-2）、内部を確認した結果より背面空洞が判明した。

(3) 判定方法①覆工内面の補強対策判定
覆工厚が不足している場合、覆工背面充填対策を実施
する前に覆工内面補強対策を実施する必要がある。そこ
で「トンネル補修工法に関する手引き」1）（図-3）を参考に、平均覆工厚と最大空洞厚より、平均覆工厚が10㎝以穴（欠落）下、もくしは最大空洞厚70㎝以上の際に平均覆工厚が15㎝以下の箇所を対策が必要な箇所とし、Ⅲ評価とした。
該当しない箇所を対策不要とし、Ⅰ評価とした。
（表-1）

写真-2 点検時に確認された欠損Ⅲ評価

3. レーダー探査結果(1) 穴（欠落）周辺のレーダー調査及び孔内調査

Ⅰ評価

点検で確認された覆工コンクリートの穴（欠落）の天端周辺でレーダー探査を5測線及び孔内調査を4箇所で実施し（図-1）、調査範囲全体で空洞が解析より推定され、最大74cm の空洞が確認された。この調査範囲での全体空洞体積は27.03m3であった。

図-3 突発性崩壊の目安1)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
表-1 覆工内面補強対策の要否
判定基準

評価
Ⅲ

作用するとその部分に曲げが発生し、コンクリートに引張応力が発生することにより、耐荷力が不足するため、背面空洞を残したままで内面補強等の裏込め注入工以外

平均覆工厚＞10 ㎝
最大空洞厚≧70 ㎝の時、平均覆工厚＞15 ㎝(1) 工法選定
覆工背面に空洞を有する場合は、地山崩壊等の外力が平均覆工厚≦10 ㎝
最大空洞厚≧70 ㎝の時、平均覆工厚≦15 ㎝

5. 対策工の選定

Ⅰの対策を行っても効果が期待出来ない。このことから覆工背面の空洞を充填工により無くすることが必要である
ため、裏込め注入工を選定した。

②空洞の突発性崩壊対策判定

また、定期点検と現地踏査の結果より、覆工表面に外空洞の突発性崩壊対策の判定は「道路トンネル維持管力による変状は確認されず、レーダー探査より全スパン

理便覧」2）（図-4）を参考に判断した。背面空洞厚30cm 以において、平均覆工厚が設計覆工厚25㎝以上かつ判定基上かつ覆工厚30cm 未満の箇所はⅣ評価かⅢ評価に該当

準を満たしているため、覆工の状態は良好とし、裏込めするが、点検結果や現地踏査結果よりトンネル全体で覆注入工のみで突発性崩壊への対策は可能と判断した。

工面に大きな変状が確認されていないため、覆工の性状(2) 注入材の選定は良いと判断し、Ⅲ評価とした。背面空洞厚30cm 以上か

対象トンネルの空洞は最大厚103㎝と設計覆工厚25㎝

つ覆工厚30cm 以上の箇所はⅢかⅡa 評価に該当するが、の4倍以上のものが確認されており、充填量が多い。そのレーダー探査測線が車道真上であり、突発性崩壊が発生

ため、裏込め注入工における注入材は、単位重量が小さすると車両交通に影響するため、最大空洞厚30㎝以上のく経済性に優れている非セメント系の発泡ウレタンを採箇所は平均覆工厚30cm を満たしていても対策が必要と用案とした。

判断し、Ⅲ評価とした。また、最大空洞厚が30cm 未満の

なお、対象トンネルは突発性崩壊防止の空洞充填が目箇所は覆工厚に関係無く対策不要と判断し、Ⅰ評価とし的であるため、協議結果より剛性が小さい40倍発泡の発

た。
（表-2）

泡ウレタンで問題無いと判断した。

6. おわりに対象トンネルは定期点検時に覆工欠落箇所の背面に空
Ⅲ評価

Ⅰ評価

洞が確認され、レーダー探査実施に至った。レーダー探査の結果、トンネル全体に背面空洞が確認されたが、覆工表面に背面空洞が想定される変状は確認されなかったことから、定期点検時に背面空洞の可能性が低い場合でもレーダー探査等を実施することで早期に背面空洞を把図-4 突発性崩壊の目安2)

握し、対策検討、施工実施することに繋がることが期待される。

表-2 突発性崩壊対策の要否
判定基準

評価

《引用・参考文献》

最大空洞厚≧30 ㎝

Ⅲ1) トンネル補修工法に関する手引き（案）（2007年3月）：

最大空洞厚＜30 ㎝

Ⅰ

4. 対策範囲と対策方針(1) 補修対策範囲
対象トンネルは終点スパン以外の全スパンで30㎝以上の空洞が確認され、最終スパンも天端で最大28㎝の空洞が確認されたため、対策範囲はトンネル全体とした。
(2) 対策方針
レーダー探査の結果より、全体的に空洞があることから、地山崩壊に対する耐荷力不足が考えられるため、外力対策を行うこととした。

国土交通省中国地方整備局、p.252) 道路トンネル維持管理便覧【本体工編】（2020年8月）：
日本道路協会、p.206

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO129】

レーダ探査を活用した城郭石垣の健全度評価
応用地質株式会社

1. はじめに
近年、地震や台風・集中豪雨等の自然災害により、石垣の不安定化が進み、崩落等が各地で発生している。
文化庁は、大地震等の災害で人命に重大な影響を与え

〇中静

美波，高瀬

尚人，小林

恵，竹内

幸輝

盛岡市

佐々木

亮二

ているところであるが、我々は非破壊による石垣の形状・性状および石垣背面の構造調査の手法としてレーダ探査が有用であると考えている。そこで石垣におけるレーダ探査の例として、盛岡城石垣の調査事例を紹介する。

ないことを目標として「石垣耐震診断指針（案）」を策定
し、診断手法の検討を進めている。その診断を行ってい

3. 盛岡城における石垣背面構造調査

く上で、石垣の形状・性状把握や石垣背面の構造調査結(1) 探査概要

果を用いることを挙げている。

レーダ探査の概要を図-2に示す。

本稿では、石垣の背面構造を推定する非破壊調査手法

築石 栗石層得ることを報告するものである。

振幅

（-）

として石垣のレーダ探査を紹介し、レーダ探査による石垣調査が耐震診断指針の健全度評価の基礎データになり

盛土層

0

（+）
直接波＋表面反射波

送受信
アンテナ

時間

電磁波

2. 文化庁の石垣耐震診断指針

築石背面の反射波
栗石間の反射波
栗石背面の反射波(1) 石垣耐震診断指針とは
石垣耐震診断指針は、石垣の耐震対策を進めるにあた

図-2 石垣背面の探査状況と波形摸式って推奨される標準的な手順や方法と、補強を行うにあ

石垣表面に配置した送信アンテナから放射した電磁波

たって取り得る補強方法や留意点をまとめ、外力に対すは拡散・減衰しながら内部を伝播し、築石や栗石層の背る工学的な検討と対策方法について示したものである。

面など異なる物質の境界で反射し、それらの反射波が受対象は、主に特別史跡・史跡に指定されている中・近世

信アンテナで捉えられる。この築石や栗石層の厚さは伝城郭の石垣、及び国宝・重要文化財（建造物）の基礎と播時間に電磁波速度を乗じて求められ、また石垣背面やなっている石垣のうち、石垣の最も高い部分が高さ1m 以

栗石中に生じた空洞は、電磁波の反射振幅の大小から推上かつ天端、下端長さがいずれも3m 以上の石垣である。

定することができる。

診断の流れは図-1の通りであり、耐震診断は「予備診断」、「基礎診断」、「専門診断」の三段階からなる。

盛岡城では，築石および栗石の層厚を連続断面として測定する『連続測定』、空隙・空洞位置を推定する『深度スライス解析』、築石の控え長を測定する『個別測定』を実施した。
レーダ探査の測定装置は SIR System 3000（米国・GSSI社製）を用いた。連続測定では、中心周波数400MHz のアンテナを使用し、調査用に製作した台車にアンテナを固定してロープで石垣上端と下端にかけゆっくりと移動させながら測定を行った（写真-1）。
牽引者

図-1 石垣耐震診断指針の簡略フロー1)(2) 石垣調査の手法に関して

アンテナと台車

石垣耐震診断指針の診断では、「基礎診断」において『（非解体による）石垣の形状・性状把握』、「専門診断」
において『石垣背面の構造調査』を挙げている。その詳細な調査手法などは現在文化庁において検討が進められ

測定者

写真-1 盛岡城石垣における測定状況2)

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
また個別測定では、分解能が高い900MHz のアンテナを層に相当する。反射振幅の強い部分は石垣背面が不均質使用することで、築石控え長の計測精度を向上させていになっている箇所である。石垣背面の栗石の落ち込みなる。

どにより空隙、空洞ができている可能性を示している。

(2) 石垣背面断面推定結果（連続測定）

このように石垣背面の性状を深度スライス解析によっ

レーダ探査の記録と、石垣積み直し時の発掘調査結果
を図-3に示す。

て把握することで、今後雨や地震などの外的要因によって石垣背面がさらに不安定になる恐れがある箇所を抽出

発掘調査結果（断面図）

レーダ探査記録することができる。

築石

栗石層

石垣表面
栗石層

(3) 築石の控え長測定結果（個別測定）
個別測定の一例を図-5に示す。
900MHz アンテナ

0 距離程(m)
0

築造時の
盛土層

築造時の
盛土層

石材表面

0
0.5

10

石材

1

0

1

2

3

20
往
復
走
時 30
(ns)

4m

背面

1.5

換
算
2 深
度
2.5(m)

40

控え長（実測） ＝120cm
往復走時（実測）＝18.01ns
電磁波伝播速度（計算）＝13.33cm/ns

反射振幅の弱い範囲（均質な媒体＝石材内部）

3

図-3 発掘調査結果とレーダ探査記録2)50

レーダ探査記録において、換算深度0m の反射面が石垣

図-5 発掘調査結果とレーダ探査記録2)

表面であり、深部に向かって石垣背面が続く。石垣表面

連続測定と同様に、反射振幅の弱い範囲は均質な媒質直下の反射振幅が弱い範囲（黒く抜けている部分）が築であり、ここでは石材の内部を示している。個別測定で石石材であり、その下の反射振幅が強くなる境界面が築は、築石の控え長が実測可能な隅石で背面までの往復走

石石材と栗石層の境界を示している。栗石層は礫が集中時を計測することにより、石材の電磁波伝搬速度を算出

して不均質であり、背後の地山や盛土と比べて強い反射できる。これにより個々の築石の控え長を推定することとして捉えられている。

ができる。

当該石垣におけるレーダ記録では、築石、栗石層、盛土層が捉えられており、発掘調査結果と比較しても、そ

ただし、石材の岩質等によっては築石背面からの反射が明瞭でない場合もあるため注意が必要である。

の層厚や形状がよく整合していることがわかる。栗石層の厚さや盛土層の形状が分かると、石垣の不安定化が背４. まとめ面の構造に起因しているのか推察することができる。ま

城郭石垣のレーダ探査では、目的に応じた探査手法やた、石垣築城当時の施工方法の推察にも活用でき、積み解析方法を用いることにより、栗石層の厚さや盛土層の直しが必要になった際の検討材料にもなる。

形状、石垣背面の不均質（空隙、空洞）箇所の抽出、築(3) 深度スライス解析結果（連続測定）

石の控え長等を把握することができる。

石垣のレーダ探査においては、道路上や平坦地と同様

非破壊・非解体で石垣の形状・性状把握や石垣背面の
ƒm
ŠÛ
¼
‘ ¤
—
–
§
}
Ê
に深度スライス解析を行う事ができる。盛岡城では測線Ž O
構造を把握することができるレーダ探査は、石垣の健全
S=1:50間隔を1ｍに設定して深度スライス解析を行った。
石垣表

度評価において有効である。今後は文化庁石垣耐震診断

面から1.5ｍ-2.5ｍの深度スライス解析結果を図-4に示

指針の健全度評価の基礎資料としての活用も見込まれ、す。

さらにその必要性が高まると言える。

反射振幅
強

10

《引用・参考文献》
1)

文化庁「文化財石垣 耐震診断指針（案）」p.4の「図2診断の流れ」をもとに筆者作成

弱

5

2)

盛岡市公園みどり課提供

0
0

5

10

図-4 深度スライス解析結果（1.5ｍ-2.5ｍ）2)
盛岡市

石垣表面から1.5ｍ-2.5ｍは盛岡城では築石から栗石

平成26年度史跡盛岡城跡
石垣測量図化業務委託
全

1枚ノ中
三ノ丸西側立面図
其1
平成

26年度
工事

縮

尺

S=1:50

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO130】岩盤斜面の緩み領域の推定を目的とした、弾性波探査結果とボーリング調査結果との整合について
大日本ダイヤコンサルタント株式会社

1. はじめに〇小玉聡、遠藤 理釈精度を向上させた。

岩盤斜面の緩み状況を把握することを目的として、初①

解析1：深いほど速度増加すると仮定した一般的なめに弾性波探査により斜面の速度分布を求め、斜面の緩み領域を推定した。推定した緩み領域に対して、ボーリ

方法②

解析2：深いほど速度増加すると仮定しない方法（速ング調査を計画し、ボーリングコア状況及びボアホール

度逆転層の有無を検討）

カメラの観察結果と速度分布を比較した。その結果、弾

デジタル
波形記録

性波探査で推定された岩盤斜面の緩み領域とボーリング
コアの状況やボアホールカメラ解析結果は概ね整合が見

受振点

パス経路

起震点

セル

↓
パソコン画面上での初動読み取り

られた。

↓

接点

走時曲線の作成↓

2. 弾性波探査
弾性波速度は地層の硬軟、風化・変質の状況、割れ目

ハギトリ法による
最下速度層の決定↓の発達状況、断層の有無により変化する。その速度値は、

初期モデルの決定
ミラージ構造良く固結した岩盤で高いが、風化が進み土砂化が進んだ↓

岩盤では低くなる。本調査では、屈折法の原理を利用しSIRT法による
速度値の修正弾性波探査を行った。原理は人工的に発生させた地震動のうち、縦波（P 波）や横波（S 波）が直接または異地層

ΔＳj=∑（Ｔi ・ｌij・Ｓj／Ｔi ）／∑ｌij ・・・式-1
ΔＳj=∑（Ｔi ・ｌij・Ｓj／Ｔi ）／∑ｌij ・・・式-1

ここで、Ｓj ：ｊ番目のセルのスローネス
ｌij ：ｉ番目の波線がｊ番目のセルを通過する長さ↓

Ｔi ：ｉ番目の波線の全ての残差

トモグラムの完成（速度分布図）間で屈折して地層中を伝わっていく状況を地表で観測

Ｔi ：ｉ番目の波線の理論走時

図-1 トモグラフィ法の解析手順

し、それを基にして地下の地質状況を調査した。表-1に弾性波探査の諸元を示す。
表-1 弾性波探査の諸元
起震方法

ハンマー打撃データ取得方法

スタッキング法

受振点間隔

2～5m

4. 緩み領域の推定
P 波速度の全国的な統計資料の平均値を表-2に示す。弾
性波探査および解析で得られた速度分布図を図-2に示す。
160-27
585

受振器
解析ソフト

585

固有周波:2Hz 型
高精度屈折法地震探査探査

P 波速度（km/sec）

580

580

575

575

570

570

565

565

560

560

高550

550

545
(m)

545

弾性波探査の解析は、図-1に示す SIRT 法に基づくトモ

540

540

グラフィ法を適用した。
トモグラフィ法の初期モデルは、

535

535

530

530

525

525

走時曲線からハギトリ法で求めたハギトリ曲線の見掛け
速度値を参考にした。セルサイズは、水平方向が受振点

520

P波速度

0.8
0

2.8
2.6

1.0
0

2.8
2.8

2.4

1.00

26-31.5

2.2
2.0

1.2
0

1.2

2.0
2.0

1.8
1.6

1.4
0

1.4

1.4

1.2

0.6

0.60

1.0
0.8
0.6

1.8
0

0.4

1.8

520

0 0 5

間隔の水平2～5m 以下、深度方向は地表から深度約10～

3.0

0.80

標555 555

3. 弾性波探査の解析

0.4

0.40

5

1010 1515 2020 2525 3030 3535 4040 4545 5050 5555 6060
距 離 程

(m)

(km/sec)

縮尺＝1/50030m の層厚を15区分に設定した。SIRT 法は、速度構造モ

図-2 速度分布図

デルを複数の四辺形（セル）に近似し、各セル内の速度

速度構造は、深いほど徐々に速度増加する速度漸移帯を一定と仮定した上で、j 番目のセルのスローネスの修が尾根で厚く、谷で薄くなる風化帯のパターンや逆に低正量（ΔSj）を、式-1で繰り返し修正しながら、実測値

速度層が斜面下で厚くなる崩壊土砂等が反映された。深

（走時）と整合する最適な速度モデルを推定する方法であ部の高速度層は、表-2に示す平均速度と比較し同等以下る。また、解析は走時曲線をハギトリ法で検討し、速度のため、風化岩～弱風化岩に相当する。露岩地で崖錐堆断面をトモグラフィ（的）法で求めた。このトモグラフ

積物や空気の速度（≒0.34km/s）まで速度低下した箇所

ィ法は、受振・起振点が地表だけでも、急崖地では立体

は、浮石状で角礫状に剥離した箇所となっている。以上的な測定になるため、適用性が高い。この利点を生かし、の解釈から、地山は下記のように大別され、緩み領域は

下記の2つの条件でそれぞれ行い、比較検討することで解P 波速度0.4～1.4km/s と設定した。
①

約0.4～0.6km/s 以下：崩壊土砂、風化土～強風全地連「技術フォーラム 2024」新潟
化岩（遷急線直下で主な緩み部）②

約0.6～1.4 km/s：強風化岩～風化岩または崩壊
土砂の含水増加部

6. ボアホールカメラ観察結果
ボアホールカメラ解析によって得られる岩盤の緩み状③

約1.4～3.0km/s 以上：風化岩～弱風化岩態図を図-4に示す。図-4より、亀裂の開口幅について GL-④

低速度帯や低速挟み層：割れ目帯や軟質層の挟み13m 以浅は「0.5mm～2.5mm」であるが、GL-13m 以深の開層（泥質部）

口幅は「0.5ｍｍ」が主体となっている。また、割れ目の表-2 P 波速度の統計的資料（全国平均）
岩 石 名

中生代
堆積岩

1)

頻度について、GL-13m 以浅は1m あたり概ね20本以上の亀裂が見られたが、GL-13m 以深では、GL-19m～20m 区間

Max

Min

km/seckm/secを除けば、1m あたり概ね20本以下に減少する傾向が見ら

4.18±0.24

5.31

2.70

れる。これらの深度は、弾性波探査により想定された「風46

4.02±0.17

5.28

2.83

化層」と「基盤層」の境界（GL-12.02m）付近に位置して

167

3.93±0.09

5.26

2.26

個数

平均値 km/sec

砂岩類

33

頁岩類
互層類

おり、弾性波探査で想定された緩み領域内では、亀裂の幅が大きく亀裂の頻度が高いことが分かった。
以上より、ボアホールカメラ観察による岩盤の緩み状態と弾性波探

5. ボーリング調査結果

査による想定された緩み領域は概ね整合している。

図-3に速度分布図とボーリング柱状図の重ね合わせ図
およびコア写真を示す。ボーリング調査結果の地層およ開口幅（mm）

全割れ目頻度（本）20

0.00 5.00 10.00

崩壊土砂
0.4km/s～0.6km/s

び N 値等を表-3に示す。
層境界付近の P 波速度について、「崩壊土砂」と「風化層」境界および「風化層」と「基盤凡例層」境界の P 波速度や各層厚は概ね整合している。また、各層厚が概ね整合していることから平均 N 値および平均

崩壊土砂

開口幅
0.5～2.5mm

弾性波探査
風化層
による想定

RQD は、ボーリング調査結果と比較し大きな差はないと

基盤層

風化層

いえる。よって、ボーリング調査結果と弾性波探査によ

崩壊土砂

0.6km/s～1.4km/s

調査結果 風化層り想定された緩み領域は概ね整合している。

基盤層

0
1
2
3
4
5
6
7
8
9
10
11
12
13
14
15
16
17
18
19

0.4km/s～0.6km/s

開口割れ目
ルボ
カア
メ ホ
ラー

基盤層
開口幅
0.5mm

0.6km/s～1.6km/s

1.4km/s～3.0km/s

ヘアクラック
全割れ目頻度（白色部）
開口割れ目頻度（斜線部）

図-4 岩盤の緩み状態図

7. まとめ

1.6km/s～2.4km/s

岩盤斜面の緩み状況を把握するため、弾性波探査により斜面の緩み領域を推定した。推定した緩み領域に対して、ボーリング調査を実施し、想定された緩み領域とボ
図-3 速度分布図と柱状図およびコア写真ーリングコア状況及びボアホールカメラの観察結果等の表-3 ボーリング調査結果

調査結果による緩み領域を比較した。弾性波探査で推定

弾性波速度
平均N 値 平均RQD
調査結果（km/s）
弾性波探査による想定（コア）
弾性波探査による想定 調査結果 調査結果
崩壊土砂

4.25

0.4～0.6

された岩盤斜面の緩み領域は、ボーリングコアの状況や
ボアホールカメラ解析結果と比較して、亀裂の頻度分布
や N 値等が概ね整合した。本業務では、弾性波探査によ

6

4.69

る緩み領域の推定は有効であった。

風化層

0.6～1.4
254

11《引用・参考文献》
1) 服部保正、杉本卓司（1975）：岩石のＰ波伝播速度に12.02

関する統計的研究（Ⅰ）（Ⅱ）、物理探鉱第28巻第１号
14.92
基盤層

1.4～3.0300
20.00※N 値の上限は300とした。

20.00

62

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【CO131】

埋没地形の推定における微動アレイ探査の活用事例
株式会社日さく1. はじめに

〇鮑

沁，石川

恵司，堺田

佳人，仲田

千佳子

(2)探査方法と使用機材

微動アレイ探査は、複数の地震計による同時観測（ア探査測線は既往および追加調査の全ボーリング地点

レイ観測）により、風や海の波、車の振動など日常的な(①～⑦)を通るように河川堤防上に配置した（図-3）。

微動に含まれる表面波の位相速度を求め、さらにその分散曲線を逆解析することにより地盤の S 波速度構造を推A 0m定する方法である 1)。深部地盤構造のモデル化において有用性が広く認知されているが、近年では地表から数⑦10m 程度の浅部探査における活用も進んでいる。
⑥

本稿では、既往調査にて地層境界の不明確な埋没段丘の存在が確認され、かつ軟弱層厚の変化に富む河川周辺⑤

地域において微動アレイ探査を行い、探査結果とボーリ④

ング結果を統合して検討することで、埋没段丘の分布域③

境界や軟弱層厚の詳細な分布状況の推定を試みた事例に②ついて紹介する。

B 540m①

2. 調査方法

100m(1)地盤状況

図-3 測線配置 3)

調査対象地である河川堤防は低地内の氾濫平野に位置し、南東方向には洪積台地の縁が迫っている（図-1）。

・・・ボーリング地点

地震計の配置にはリニア（直線）配置を採用し、10m 間隔で設置した。地震計は 9 個使用しており、理論的な探調査地

査可能深度は 45m（90m/2）程度である。
なお、微動アレイ探査装置は「McSEIS-AT（応用地質株

氾濫平野

式会社）
」を使用した。

砂州

3. 探査結果およびボーリングデータとの総合解釈
微動アレイ探査による S 波速度構造と推定地質断面図
を図-4 に示し、比較検討を行った。
台地

探査測線においては、軟弱な第 1 沖積層に対応した S

100m

波の低速度帯(桃色～赤色)、やや硬質な第 2 沖積層に対図-1 調査地付近の地質地盤図 2)

応した中速度帯(黄色～緑色)、および洪積層に対応した

当該地では、既往調査にて 3 本(下図①～③)、追加調査にて 4 本(下図④～⑦)、
計 7 本のボーリングを実施し、
うち既往調査にて実施した 2 本(①・②)において埋没段丘が確認されている（図-2）。

埋没段丘の存在が確認されたボーリングデータ①～②
付近(測線の終点部付近)では、S 波の高速度帯が①浅層部よりマウンド状に認められ、ボーリングデータ③に向かって高速度帯の分布が急激に深くなる傾向が読み取れる。また、沖積砂質土層が部分的に欠層となり、軟弱な

⑦

100m

高速度帯(緑色～青色)に大きく区分される。

沖積粘性土のみが厚く分布するボーリングデータ⑦付近⑥

では、低速度帯が深くなる傾向が読み取れる。
以上より、ボーリングデータから推定された埋没段丘
⑤

③
②
①

や厚い軟弱層の分布と、微動アレイ探査によって得られ④た S 波速度構造については、地層が概ね水平堆積してい・・・埋没段丘が確認されなかった追加調査地点

るボーリングデータ①や⑦付近では整合性が高いという・・・埋没段丘が確認された既往調査地点

結果が得られた。

・・・埋没段丘が確認されなかった既往調査地点

図-2 各ボーリング地点における埋没段丘の有無

2)

一方、地層が大きく傾斜しているボーリングデータ③～⑤付近においては、傾斜の傾向は読みとれるものの、

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

軟弱層厚が大きい箇所は低速度帯も深くなる

軟弱層と低速度帯の下端が対応しない区間(下点線：ボーリングデータ、
上点線：探査結果)

洪積層に
対応する
高速度帯

A

B

図-4 微動アレイ探査結果と推定地質断面図

軟弱な第 1 沖積層の下端と低速度帯(桃色～赤色)の下端

査間隔を狭めることは調査全体の費用や工期の増大につ深度は必ずしも一致しない。これは、地層が傾斜していながることとなる。

るために第 1 沖積層・第 2 沖積層・洪積層の平均的な位

一方、微動アレイ探査単体による地層状況の把握は評相速度が解析に反映され、傾斜角が間延びしていると考価が難しい面があるものの、既存資料の検討や現地踏えられる。このため、地層の傾斜が著しい箇所において

査、ボーリングデータ等を統合して解釈することによっは、地震計の間隔を狭めて配置する、解析条件を精査すて、埋没地形の概略を想定する上で有用なデータとなりる等、改善の余地があると考えられる。

うる。微動アレイ探査を含む物理探査手法の活用により、地質リスクの抽出や詳細な追加調査箇所選定の効率

4. まとめ化に寄与すると考えられる。

本調査で実施した微動アレイ探査では、測線に沿って連続的に沖積層に対応する低～中速度帯や洪積層に対応《引用・参考文献》

する高速度帯を検出しており、これらはボーリングデー

1）池田達紀，松岡俊文，辻健，林宏一（2011）：SPAC 法タとも概ね整合する傾向が認められた。しかしながら、における異なる相関距離を考慮したマルチモード解

地層が大きく傾斜する埋没段丘の分布域境界における軟析,物理探査第 64 巻第 2 号,p.127-138.

弱層の下端部の把握については、地震計の配置間隔や解析条件にさらなる検討・改善を要する結果となった。
河川堤防のような線形構造物は、局所的な弱点箇所が全体の性能に影響するが、延長が長いことに加え、埋没地形の存在等、基礎地盤は不均質性を有することが多い。

2）産業技術総合研究所

都市域の地質地盤（に加筆），（最終閲覧日 2024 年 5 月 28 日）.
https://gbank.gsj.jp/urbangeol/ja/map_tokyo/in
dex.html
3）国土地理院地形図（に加筆），（最終閲覧日 2024 年 5

そのため、設計施工上問題となりうる箇所を抽出し、密月 28 日）.

なボーリング調査を実施する必要があるが、機械的に調https://mapps.gsi.go.jp/maplibSearch.do#1

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE01】

不均質改良地盤のサンプリング事例
ハイテック株式会社

1. はじめに

〇辻井

響己，櫻井

皆生，谷口

拓海

上部，中部，下部で計3本のサンプリングを実施した．ボ

調査ボーリングで実施する乱れの少ない試料採取，いーリングは孔径φ86㎜で実施し，サンプリング箇所以外

わゆるサンプリングは，土木・建築構造物の設計・施工

はすべてノンコア削孔とした．図-2に調査の対象としたに必要不可欠な地盤定数を得るため室内土質試験（力学

盛土地盤の模式断面図を示す．

試験）に供する試料採取を目的として行われるものであ

サンプリング箇所

る1）．より正確な地盤定数を得るためには，いかに採取時

AA’
ボーリング地点の乱れを少なくすることが非常に重要になる．
本稿では，実際の地盤状況に合わせて採取方法を工夫

(m)
200

盛土天端
上部

し，不均質な盛土地盤のセメント改良土からサンプリングを行った結果，比較的良好な試料が得られたことから，

中部

190

サンプリング技術の事例として紹介する．

盛土

下部
180

原地盤

2. 調査概要と方法

第四系（粘性土・砂・砂礫）(1) 調査地の概要
調査地は標高140～200m 程度の丘陵地内に位置する大図-2 調査の対象とした盛土地盤の模式断面図

規模造成地で，調査地の地質は第四系更新統の未固結の粘性土・砂・砂礫層からなる．ボーリングは大規模造成

これらの試料を用いて改良体の品質を確認するための地の谷部を埋める盛土法面で実施した．盛土地盤は切土

室内土質試験（力学試験）として，一軸圧縮試験または地盤から掘削された土砂からなり，通常の締固めでは盛三軸圧縮試験が別途実施された．

土法面の安定性が不足していたため，セメント配合による地盤改良が実施された．

(3) サンプリングに際しての課題

調査は盛土法面の16箇所を対象とし，法面の勾配は

当該地点の盛土地盤は粘性土・砂・礫の混合物であり，

1:1.8～2.5，盛土高は5～20m 程度である．盛土地盤の改施工時にどうしても発生してしまうセメントの配合ムラ

良土のセメント添加量は，円弧すべりが発生しないこと

により改良地盤の強度がバラついていることが予想されを考慮した結果，浅層改良における最小添加量の50kg/㎥

た．

とされた．図-1に調査地点の模式平面図を示す．
Ｎ(4) サンプラーと今回用いた方法
A

盛土

ボーリング地点

地盤はその地質条件によって性質が異なるため，サンプラーも種々の地盤の性質に対応したものが数多く存在
する．表-1に地質調査におけるサンプリングで，一般的
盛
土

植生

示す．
表-1 サンプラーの種類と対応地盤1）

天

A’

原地盤

に使用されるサンプラーの種類と対応する地盤の関係を

地盤の種類
粘性土

端

道路

サンプラーの種類

植生

軟
孔径 質
構造
(mm)

中
く
ら
い

0
～
4

4
～
8

エキステン
単管
固定ピストン式 ションロッド式
シンウォール
サンプラー
水圧式
〃

砂質土
中
く 密
ら な
い
N値の目安
8 10 10 30
以 以 ～ 以上 下 30 上

硬
質

ゆ
る
い

86

◎ 〇

86

◎ ◎ 〇 〇

砂礫
ゆ
る
い

密
な

30
以
下

30
以
上

岩盤

軟
岩

中
硬
岩

硬
岩

〇

図-1 調査の対象とした盛土地盤の模式平面図(2) 調査方法・目的
ボーリングは盛土1箇所につき天端または法面上の中心付近にて鉛直方向に1孔ずつとし，1孔につき盛土部のロータリー式二重管サンプラー
二重管 116（デニソン）◎ 〇ロータリー式三重管サンプラー
三重管 116（トリプル）◎ ◎ 〇 ◎ ◎ロータリー式スリーブ内蔵
二重管サンプラー

〇 〇

二重管

66～
116

〇 〇

〇
◎ ◎ ◎

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
今回対象とした盛土地盤の材料と改良の不均質性を考ほど）黄褐色の軟質な部分も，改良が十分効いていて軟慮すると，固定ピストン式シンウォールサンプラーやロ岩相当（ハンマーの打撃で濁音，容易に割れる程度の硬ータリー式二重管サンプラー（デニソン）によるサンプ

さ）の灰色の比較的硬質な部分と同様に，乱れの少ない

リングは困難である．ロータリー式三重管サンプラー

試料として採取することができた（写真-2）．

（トリプル）は幅広い地盤に適用できるが，今回は改良により硬質化し，軟岩相当の部分が存在することが懸念さ

また，礫の多い箇所の一部では，礫と礫の間に数 cm 程
度の空洞部が存在することを確認した．

れたため，ロータリー式スリーブ内蔵二重管サンプラーを採用した．
また，今回のサンプリングにあたっては写真-1に示す通り，内管をポリカパイプ（ポリカーボネイト製パイプ）に変更した．ポリカパイプは，透明で耐衝撃性，耐熱・耐寒性等に優れる素材である．これにより，運搬時の振動による変形を防止でき，さらに試験室でコアの取り出
しも容易になり，サンプリング後の試料の乱れも防ぐことができた．
ポリカパイプ

写真-2 乱れの少ないサンプリング試料(3) 室内試験結果
写真-1 内管をポリカパイプに変更した二重管サンプラー

サンプリング試料を室内試験用に供して一軸圧縮試験
または三軸圧縮試験を実施した結果，大半の試料では盛3. 調査結果

土法面の安定性を確保できる必要な強度を満たしている(1) 採取作業における工夫

ことが確認された．一部，改良不足により強度を満たさ

前述のように盛土地盤は硬質な礫や軟質な粘性土やない部分については，追加の地盤改良が実施された．

流出しやすい砂が混在する不均質な組成であり，改良体の強度にもバラツキがあると考えられることから，硬質

4. まとめな礫を切れるビットを選定するとともに，軟質部を乱し盛土地盤は概して不均質で性質は場所ごとに大きく異たり，流出させたりすることのないように回転数，給圧，なることから，機械的に対応するのではなく，現場ごと循環水の送水量を慎重に見極めてサンプリングを行っに地盤材料の特徴を把握することが重要である．今回はた．

ロータリー式スリーブ内蔵二重管サンプラーを用いたこ

具体的には送水量はコアの流出を防ぐために極力少なくし，1.5ℓ～2.0ℓ/分とした．ビットはダイヤモンドビッとで室内試験に供することの可能な乱れの少ない試料を採取することができた．

ト（インプリグネイテッドビット）を使用し，ビット側

具体的には，①ダイヤモンドビッドを用いたこと，②面に穴あけ加工を施すことによって，コアに直接当たる

ビッド側面に小孔を設けたこと，③送水量を極力絞って水の量を低減し，掘削水によってコアの軟質部が流出す

工夫したこと，④掘削水にポリマー系増粘剤を添加したることを防いだ．また，孔壁保護およびコア採取率の向等を行った．また⑤ポリカパイプを用いることで採取試上を目的として掘削水にポリマー系増粘剤を添加した．

料運搬時と室内での試料取り出し時での乱れ防止を実現

増粘剤の濃度は高くしつつも送水を阻害しない程度の流した．

動体となるように調節し，この状態を保つように注意した．
なお，サンプリングを実施しないノンコア部では，送なお，経験上，送水量を絞り過ぎるとコア詰まりを起こし，試料を乱す原因となるため，送水量の調節が極めて重要であることを実感した．

水量は7ℓ/分程度とし，掘進速度を上げて工程の短縮に努めた．

《引用・参考文献》
1) 地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工(2) サンプリング結果
前述のような様々な工夫を施したサンプリングの結果，改良が十分ではない（コアパックから出すと崩れる

学会,p.173-174（一部加筆）

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE02】

ボーリング熟練技術者判断の言語化による掘進技能向上の試み
株式会社相愛

〇須佐美

俊和，坂本

正幸，谷﨑

優也，カオ ダク トゥアン

1. 背景と目的
ボーリングマシンを用いた地質コア採取において，若手技術者の育成が喫緊の課題となっている．その要因の一つは，高品質な地質コアを採取するためには長期間の訓練が必要なことである．地質コア採取時，熟練技術者
は掘進条件の微細な変化を，目，指，音，計測器波形で捉え，目に見えない地質変化や孔内変化を推定し，掘進条件を感覚的に修正している．このように，高品質なコ
ア採取には，長期の訓練で得られる経験的技能が必要である．

図-2 操作ユニットのディスプレイ

若手技術者が熟練技術者の暗黙知から学び，掘進技能をより速く向上させるためには，掘進中の各掘進条件を(2) 数値化結果数値化するとともに，熟練技術者の標準的な掘進条件や，本システムを現場に適用し，掘進を実施した．取得し掘進条件変化時の判断を言語化することが有用であるとた掘進データのうち，砂岩割れ目の充填物でコア詰まり

考えた．本稿では，掘進条件の数値化と熟練技術者判断した際のデータを，図-3に示す．縦軸は掘進深度（28.80mの言語化の手法，
およびそれらの有用性について述べる．

～29.00m，1目盛り2cm），横軸は左から順に，送水量，送水圧，先端荷重，ビット回転数，掘進速度である．

2. 掘進条件の数値化
深度[m](1) 数値化方法
掘進条件の変化を数値で捉えるため，掘進条件数値化システム（以下，システム）を開発した1)．図-1にシステ
ムの構成を示す．本システムは，各種センサ，制御ユニ
ット，電源ユニット，操作ユニットから構成される．

送水量［L/min］

送水圧
［kPa］

先端荷重
[kN]

ビット回転数[rpm]

掘進速度[mm/min]

28.80
28.82
岩

砂
28.84 岩
28.86

①

28.88

圧力計
流量計

充
28.90 填
物
28.92

③

②

④

28.94

制御
ユニット

電源
ユニット

操作
ユニット

28.96

圧力計

28.98

回転計

29.00

割れ目の充填物

砂岩

28.80m

29.00m

図-3 コア詰まり時の掘進データ

変位計

このグラフから，砂岩割れ目に達した際，掘進速度が20mm/min から65mm/min に上昇し（図-3①），その後割れ
図-1 掘進条件数値化システムの構成

目の充填物（難透水性）がビット通水口（ウォーターウェイ）を塞いだため送水圧が20kPa から130kPa に上昇し各種センサは制御ユニットに接続され，制御ユニット（図-3②），同時に送水量が4L/min から0L/min に減少しが送水量，送水圧，先端荷重，回転数，掘進速度を取得た（図-3③）ことが読み取れる．結果的に掘進速度がほする．これらの掘進データを，技術者（機長）の手元にぼ0mm/min となり（図-3④），コア詰まりとなった．

設置された操作ユニットに無線で送信し，図-2に示す操

このように，コア詰まり直前には掘進条件の変化とい作ユニットのディスプレイに表示することで，数値に基う予兆が明確に発生していることが分かる．コア詰まりづく掘進を実現した．また，内蔵した IoT SIM によって回避のためには，掘進条件の変化から孔内の現象を理解

掘進データをクラウドに送信することで，掘進結果の迅し，適切な機械操作を即座に実施する必要がある．その速な振り返りを可能とした．さらに，電源にはモバイル

ため，掘進条件の数値化に加え，掘進条件変化時の判断

バッテリを採用し，小型化を実現した．

を言語化することが重要であると考えた．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 熟練技術者判断の言語化

要因①ウォーターウェイ全箇所目詰まり
要因②ウォーターウェイ一部目詰まり(1) 言語化方法
言語化にあたって，70代の熟練技術者の協力を得た．
熟練技術者が有する暗黙知を言語化するためには，「条

Yes
(要因①)

送水圧が急激に上昇したか？

件・場面」×「行為・行動様式」×「理由」として記載することが有用である2)．まず，条件・場面に関しては，
ボーリングの掘進が①ビットの回転，②ビットへの荷重，

No
送水圧が上昇し続けているか？
Yes(要因②)③送水から成り立ち（図-4），これらの条件の一つでも不良であると高品質なコアを採取することができない 3)ことから，掘進条件変化時に着目した．行為・行動様式および理由に関しては，熟練技術者のボーリングマシンに
掘進条件数値化システムを取り付け，さらにヒアリングを行うことで，地質ごとの標準的な掘進条件，掘進条件

Noウォーターウェイの一部
が目詰まりしているが、送水圧が安定しているため、継続して掘進

送水圧が下がるまで、下記ステップを１つずつ実施する。
①ビット給圧を下げ、ビット回転を止め、ビットを1-2cm上昇させる。
理由：ビットと孔底の隙間を作り、目詰まり解消を狙う。
②1-2速でビット回転させる。
理由：遠心力で、目詰まり解消を狙う。
③ビットを孔底まで下降させ、①と②を2-3回繰り返す。
④解決しない場合、1速でビット回転させ，ビットを1-2cm上昇させ、送水量を徐々に上げる。
理由：送水圧の力で、目詰まり解消を狙う。

変化時の孔内現象，および掘進条件変化時の機械操作方
法とその操作の理由を言語化した．

送水圧が上昇したままか？

①回転

No

送水量を元に戻し、ロッドを回転させながら孔底まで下げ、再掘進

Yes③送水

コア採取優先のためコア回収

リフター
アダプタ

コア

図-5 送水圧上昇時の熟練技術者判断
掘進
速度

送水圧上昇に加え，送水量や掘進速度の変化に対する機械操作とその操作の理由をフローチャートに落とし込
むことで，熟練技術者が有する暗黙知の一部を言語化す

ウォーターウェイビット②ビット先端荷重ることができた．

4. まとめと今後の課題
図-4 ボーリング孔内模式図

地質ボーリングの現場に掘進条件数値化システムを導入することで，掘進条件を数値で把握し，狙いの掘進条(2) 言語化結果

件に調整し，掘進条件の変化を数値で捉えることが可能

言語化した熟練技術者判断のうち，送水圧上昇時の熟となった．さらに，掘進条件変化時の熟練技術者判断を

練技術者判断について詳細を述べる．送水圧上昇の主要言語化することで，孔内で発生している現象と機械操作

因は，図-4に示したウォーターウェイが粘性土で目詰ま方法の理解が大幅に促進された．

りすることである．この目詰まりという孔内現象を，送掘進条件の数値化と熟練技術者の判断の言語化を組み水圧上昇という掘進条件変化で捉えた際の熟練技術者判合わせることで，判断根拠が明確化され，若手技術者が断を，図-5のフローチャートにまとめた．

自信を持って掘進することができるようになり，若手技

送水圧が急激に上昇した場合，ウォーターウェイ全箇

術者の技能向上が図られた．

所が目詰まりしたと考えられる．一方，送水圧が徐々に

今後は，言語化の取り組みをさらに推し進めるととも上昇した場合は，一部が目詰まりしたと考えられる．送に，掘進条件変化時に適切な機械操作を促す仕組みの高水圧上昇後に安定する場合を除き，送水圧が下がるまで度化や，部分的な自動化などに取り組み，若手技術者の次の対処を行う．

掘進技能向上に寄与したい．

まず，ビット給圧を下げ，ビット回転を止め，ビットを1-2cm 上昇させ，ビットと孔底の間に隙間を作る．次《引用・参考文献》に，
1-2速でビットを回転させて遠心力を与える．
さらに，

1) 須佐美俊和，西村博幸，坂本正幸，谷﨑優也（2023）：

ビットを孔底まで下降させ，ビット上昇とビット回転をボーリング掘進条件数値化による掘進技能向上の試

2-3回繰り返す．それでも解決しない場合は，1速でビッ

み,全地連技術フォーラム2023論文集，論文 No. OP4.

ト回転させ，ビットを1-2cm 上昇させ，送水量を徐々に

2) 森和夫（2020）：実践 現場の能力管理 生産性が向上

上げて送水圧を高める．ヒアリングした熟練技術者は，
この一連の操作によって，送水圧上昇という掘進条件変化を対処している．

する人材育成マネジメント，p.86.
3) 全国地質調査業協会連合会編（2023）:ボーリングポ
ケットブック[第6版]，p.158.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE03】

施工中のトンネルにおける先進ボーリング調査
株式会社エーティック

1. はじめに

〇清水

義博、港

高学

4）化学分析

山岳トンネルの施工では、地山条件の予知と把握が極ボーリングコアより分析試料を採取し、土壌汚染対めて重要である。設計時の地質等調査結果と施工時の状策法に準じた重金属等項目について分析を行い、トン況は必ずしも一致するとは限らない。また、トンネル掘ネル掘削発生土の処理検討のための資料を取得するこ

削作業における熟練工は不足しつつあり、経験的な危険
予知意識の薄れから安全性が低下する懸念がある。そのとを目的とする。
（2） 地山判定ため北海道内で施工される道路トンネルでは、原則とし地山判定は、日本道路協会および北海道開発局の地山て設計時調査に加え、施工中調査としトンネル切羽から分類の項目に基づき、前述の調査内容から主に以下の項の先進ボーリング調査がトンネル全線で行われている。

目により判定を行う 1）。

先進ボーリング調査では、ボーリングコアによるトン・岩種、岩質・水による影響

ネル切羽前方の地質状況を把握する。またボーリング孔

・不連続面の間隔、状態

・コアの状態、RQDを利用した原位置試験および採取コアの室内試験により・弾性波速度

物性値を把握する。この先進ボーリング調査結果より、

・粘着力

直近切羽前方の地質評価を行いトンネル施工が安全、確・ポアソン比実に行われている。

以上の項目の結果と、設計時のデータとを比較し総合

・亀裂係数

・内部摩擦角・準岩盤圧縮強度
・変形係数

・地山強度比併せてトンネル掘削による発生土の処理を検討するた的に地山判定を行い施工管理にフィードバックし、適正めに、採取したコアを用いて化学分析が行われている。

なトンネル支保パターンの選定、対策工等を決定する。

また、先進ボーリング孔は、地山の地下水に対する水抜きの効果もあり、施工時の突発的な湧水を防止し、施工上の安全性向上にも繋がっている。

（3） 調査頻度
各調査項目の調査実施の頻度を表-1 に示す。なお、頻度は、トンネル掘削延長に対するものである。
表-1 調査実施頻度・間隔

2. 先進ボーリング調査内容（1） 調査項目
1）ボーリングコア採取
ロータリー式ボーリングによるオールコア採取を行

項目
ボーリング

頻度・間隔
90～100m に 1 回

プレッシャーメータ試験 90～100m に 1 回、または地質毎
孔内 P 波検層90～100m に 1 回

い、岩質、断層破砕帯、褶曲構造、変質帯等の分布・

室内試験

90～100m に 1 回、または地質毎

性状の詳細の把握、ガスなどの性状把握、地山試験試

化学分析

10m 毎に 1 回料の採取を目的としている。
2）原位置試験
ボーリング孔を利用して、プレッシャーメータ試験、

化学分析の試料は、図-1 に示すように先進ボーリン
グコアから 10m を 1 区間として、2m 間隔で採取した 5

孔内 P 波速度検層を行い、原位置での地山の特性を把

試料を均等配合して 1 試料とする。分析結果による処理

握することを目的としている。プレッシャーメータ試

検討は、トンネル掘進長 10m 単位で判定する。

験では、取得した変形係数によるトンネル掘削時の変形特性を検討する。孔内 P 波検層では、当初の地山区分の再評価、緩み領域、地層の亀裂、変質の程度、岩盤としての強度を検討する。
3）室内試験
ボーリングコアより試験試料を採取し、室内試験を行い地山の特性を把握することを目的としている。
室内試験は、通常は一軸圧縮試験、超音波伝播速度
測定、単位体積重量試験、吸水率試験を行い、地質の
物理的・力学的特性を検討する。また、脆弱地山や膨張性が懸念される地質の場合には、三軸圧縮試験、浸水崩壊度試験、X 線回折試験、陽イオン交換容量（CEC）
試験を実施する。

図-1 化学分析の試料採取

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 調査時施工サイクル（3） ボーリング架台

先進ボーリング調査は、施工中のトンネル切羽から行

ボーリング架台は、先進ボーリング専用のものを製作うため、切羽でのトンネル工事作業を休止して行われる。

し作業効率を向上させている。架台制作の工夫点は以下

通例的に切羽での調査期間は、2日間ないしは3日間が標の通りである。

準となっている。現地作業は、通常のトンネル掘削工事

・ボーリングロッド脱着回数の減少：ボーリング架台の作業と同様に昼夜の2交代制で行われる。

全長を 6m 以上とし、ロッドの脱着を 6m（3.0m ロッド

1回あたりの調査深度は、不良地質、多量湧水等の問題

×2 本）毎に実施がない場合には前項の調査頻度から100m が目安となる。

・架台のユニット化：ボーリング架台を 2 つまたは 3 つ

表-2に調査1回あたりの標準的な施工サイクルを示す。

にユニット化し、設置時間の短縮、安全性を向上

表-2 先進ボーリング調査施工サイクル
日数

時間

作業内容

1日目 昼

7:00～11:00（4時間）

資機材搬入・掘削準備

11：00～16：00（6時間）

掘削作業

1日目 夜

19:00～6:00（10時間）

掘削作業

2日目 昼

7:00～18:00（10時間）

掘削作業

2日目 夜

19:00～6:00（10時間）

掘削作業

3日目 昼

7:00～11:00（4時間）

掘削作業

3日目 昼

11:00～15::00（3時間）

検尺・試験

15：00～18：00（3時間）

資機材撤去・搬出4. 調査時の作業効率向上

・反力確保：架台自体をボーリング掘削の反力としてアンカー等の設置を省略し、掘削作業の時間を多く確保
写真-2 に架台の使用状況を示す。
ボーリングマシン

架台（2 ユニットの組合せ）

先進ボーリング調査は、制限のある時間内に所定深度
写真-2 ボーリング架台の掘削が必要となる。そのため、調査時には以下の事項（4）その他

により作業効率を向上している。

原位置試験の孔内 P 波速度検層は、自社制作の受振器（1） 原動機の変更
ボーリングマシンは、市販のものを使用しているが、（写真-3）を塩ビ管に接続して連続的に孔内に挿入し、動力をエンジンから電気式モーターに換装している。ま不安定な孔壁への対応、塩ビ管と受振機を同時に引き抜たプーリーの変更を行い高回転、高出力での掘削を可能

きながらの測定により測定時間の短縮を図っている。

としている。スピンドル回転数は、インバーター（写真-1）により制御し、回転数を通常の倍程度までに上げ、掘進率を上げている。

写真-3 孔内 P 波検層受振機
以上の対応により、掘削時間の確保及び作業効率の向上により時間当たり 3～4m の掘削ができ、短期間で調査インバーター

深度 100m の調査を可能としている。

5. まとめ
先進ボーリング調査は工事施工中の調査となるため、
写真-1 回転数制御のためのインバーター追加（2） 掘削ツールス
掘削ツールスには、市販品の他、以下の特注品や改良品を使用し、作業量の向上を図っている。
・掘削ビット：調査対象トンネルの地質に併せた特注品

短期間調査の工夫や作業の安全性の向上が重要である。
また、建設業界における働き方改革への適応も重要な課題である。
そのため、今後もさらなる工夫、改善を行い進化していければと考えている。

・リーマー：切粉（スライム）の排出を向上させるために通常より外径を大きくした改良品
・ダブルコアチューブ：掘削1サイクル当たりの掘削長を長くするためのチューブ長さ3m 程度の特注品《引用・参考文献》
1) 北海道開発局道路設計要領 第4集 トンネル（2024）：
北海道開発局

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE04】

高品質ボーリングにおけるコア採取と付随する
ボアホールスキャナー観測の精度向上に対する一事例
大日本ダイヤコンサルタント株式会社〇清水宏剛，濱本拓志，池端雄太，北尾秀夫，二階堂学，佐伯健太郎

1. はじめに地すべり地質調査において，地すべり土塊中の層理面
やすべり面の構造・方向性，岩盤中の脆弱部の構造・方ーリングオペレーターは回収したコアを所定の長さに切断しコア箱収納する．この際，コア切断時にコア長の過不足がないように整理する必要がある．

向性の把握は，地すべりの機構改正や構造物の設計・施掘削後のボアホールスキャナー観測の実施にあたって工を行う際に重要な基礎データとなってくる．近年ではは，掘削に使用した増粘泥水等を清水に置き換え，孔内

地すべり土塊の地盤性状や岩盤中の脆弱部の状態を精度に浮遊するスライム（掘削ズリ等）の濁り除去が必要不よく確認するために，増粘泥水や気泡を循環流体にした可欠である．孔壁の状況によるが，孔内洗浄用ブラシを高品質ボーリングを行うケースが多くみられ，付随して用いて孔壁を洗浄すること鮮明な画像を取得できる場合

ボアホールスキャナー観測を行い，空洞の有無や脆弱部が多い．孔壁にマッドケーキが付着している場合は，孔の方向について精度良く解析する事例が広がっている．

壁に細粒分を引き延ばし孔壁画像が不明瞭になる可能性

一般に，高品質ボーリングとは断層破砕帯，地すべりがあるため，注意が必要である．また，礫層や空隙を伴土塊，亀裂密集部，硬軟混在部等の通常ボーリングではう地すべり土塊等については，孔壁洗浄時に孔壁が崩壊

採取率が低下する地層に対して，コアの乱れや軟質部やする恐れがあるので，慎重に行う必要がある．

細粒分の流出を抑制することにより，自然な状態に限りなく近く採取率 100%のボーリングコアを採取するものである．

(2) ボアホールスキャナー測定技術者
ボアホールスキャナー測定技術者は孔壁洗浄後に，孔高品質ボーリングでは，掘削中（掘削技術，流量管理，

壁画像を測定する．測定の際に孔内水位があり，孔壁洗増粘泥水等）の要素，掘削後の要素（コア運搬，洗浄，浄直後だと細粒分が舞っていることがあるため，ある程

保管等）の二つが重要な要素であり，弊社では「高品質度の時間放置した方が良い．もしくは，孔壁画像を測定

ボーリング技能認定制度」の立上げや「高品質ボーリン

中に孔内洗浄用ホースを挿入し，清水を循環することにグ業務対応マニュアル」作成により，品質の向上を行っ

より，細粒分の排除が上手く行えるケースがある．脆弱てきた．

な孔壁，ゆるみが著しい岩盤，砂礫，地すべり土塊等に上記に示した高品質ボーリングコアのデータを補完すおけるボアホールスキャナー観測の際は，ボアホールカ

る原位置試験として行われるボアホールスキャナー観測

メラ自体のジャーミング等が考慮されるため慎重に行うとは，掘削後の孔壁をカメラで 360 度撮影することによ必要がある．ジャーミング対策としては，孔内にケーシ

り，原位置の割れ目や挟在層，層理面等の走向・傾斜のングを挿入している場合は，ケーシングを徐々に抜管しデータを取得することができるものである．高品質ボーながらの測定や孔径にあった透明管（写真-1：ただし，

リングにより乱れの少ないコアを採取しても，ゆるみ岩

地下水位以深であることが条件）を挿入した上での測定盤や空隙・開口割れ目を含む岩盤では，コア採取が困難

もしくは，測定範囲より上部をセメンチングしてからのになるケースが発生する．このような場合は，ボアホー

撮影が有効であると考えられる．

ルスキャナー観測結果と対比して総合的に判定することが有効である．本講演では，高品質ボーリングコア採取における重要な点とボアホールスキャナー画像の精度向上に向けた実践と事例について報告する．

(3) 地質技術者
地質技術者はボアホールスキャナー測定後にコア写真のデータとボアホールスキャナーのデータを対比して整合確認する必要がある．ごく稀なケースではあるが，2. 担当技術者の役割分担について

ボーリングコアをコア箱へ入れ間違えをチェックできる(1) ボーリングオペレーター効果もある．対比の際には，実際のコア長，コア状況と掘削において，孔径が大きくなると採取されるコアの比較した際に大差ないことを確認してから，解析を行う

品質も向上する傾向があり，一般的はφ86㎜以上を選定必要がある．異常が見受けられた場合は，試錐日報を確することが多い．また，ツールスはビニールスリブを収認すると同時にボーリングオペレーターに掘削時の状況納できるダブルコアチューブを使用することが最低条件を確認する必要がある．なお，データ解析については，

となる.

1)2)

その他に，地山状況に適した循環流体（増粘泥

水や気泡）や特殊加工ビットを用いる．コア採取後にボ

本論では割愛する．

全地連「技術フォーラム 2024」新潟

写真-1 透明管（φ76mm ポリカーボネート製）について

3. 高品質ボーリングコアの採取およびボアホールス
キャナー観測の例(1) 地すべり土塊における事例
写真-2は，地すべり土塊中のコア写真と孔壁展開画像を対比したものである．写真-2に示す様な空隙を多く伴う区間が連続する場合は，ボアホールスキャナー観測の測定自体が困難な場合がある．この事例は写真-2の様な【高品質コア写真】

空洞を伴う区間が20m 程度連続しておりボアホールスキ【ボアホールスキャナー展開画像】

写真-2 地すべり土塊中のコアと孔壁展開画像

ャナー観測の孔壁展開画像とコアを対比することによりコアの信頼性を高めることができた．また，この事例は，先に述べた透明管を用いて測定したものであり，ジャー
ミングすることなく測定することができた．透明管を用いた測定の際の留意事項として，下記に留意した．
・透明管の選定（管種，孔径，肉厚）
・地下水位の有無
・ネジ部の測定
なお，この事例で用いたものは，ポリカーボネートパイ
プ，外径76mm，肉厚2mm，長さ3m である．この他に透明塩ビ管も候補として考えたが，若干透明度が落ちるため選定しなかった．透明管を用いるにあたり，地下水位が無いと乱反射して測定することができなくなるため，注意が必要であった．また，ネジ部（透明感の繋ぎ目）の測
定の際には，10cm 程度透明感の位置をずらしてから撮影する必要があった．
(2) 泥岩中の脆弱部における事例
写真-3は，脆弱部における孔壁洗浄前後の孔壁展開画像を対比したものである．孔壁洗浄後の孔壁展開画像の【ブラシ洗浄前】【ブラシ洗浄後】

写真-3 脆弱部における孔壁洗浄前後の孔壁展開画像

方が割れ目の走向・傾斜や孔壁状況が明瞭である．この事例は，先に述べた孔内洗浄用ブラシを用いて孔壁を洗《引用・参考文献》

浄したものである．
この事例で孔壁を洗浄したブラシは，

1)濱本

拓志,伊藤

靖雄,山口

奨之(2020)：高品質ボ

幅3cm 程度の硬めなワイヤーブラシを用いてロッドを若ーリングコア採取に向けてのコアの取扱の一事例

干回転させながら3回程度上下させながら洗浄したもの(その２).日本応用地質学会令和2年度研究発表会講である．孔壁洗浄後は，洗浄用ホースを孔内に挿入し清演論文集,p46-47.

水を流し込みスライム等が排除されてから測定を実施した．

2) 山 口

奨之,濱本

拓志,北尾

秀夫,田中

昭好

(2021)：高品質ボーリングコアの取扱い事例.全地連「技術フォーラム2021」大阪,004.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE05】

ラムサウンディング試験における地下水位測定器具の開発
㈱セイコー

○齊田

敏道，後藤

敏之，田中

1． はじめに

英明，中谷

覚，村嶋

光明，黒田

憲介，原口

洋平

３． 水位測定管の仕様

ラムサウンディング試験は，他の原位置試験と比較し水位測定管については，施工性と開口率の 2 つの側面て貫入力が大きい試験であることからボーリングの補間から比較した仕様に基づいて表-1 に示す測定管を作成

調査として需要が多くなっている．また，盛土規制法のした．

制定に伴い，既存の盛土調査時にボーリングに代わる調査方法として期待され，その中でも地下水位を把握する

表-1 水位測定管仕様ことが重要事項となる．そこで，ラムサウンディング試

項目

験時に地下水位を容易に計測できる器具を開発中である．

開口部

丸穴 径 5 ㎜

縦スリット 幅 2 ㎜

配置

5 ㎝千鳥

4 ㎝千鳥

接続

ソケット

ねじ切り

管種

SGP15A，1.35kg/m

SGP20A，2.35kg/m

11.7 ㎜

8.9 ㎜

測定器具は，保孔管を兼ねた有孔の SGP 管を用いて作成し，地下水位以深まで設置した後，地下水の回復を待って水位を測定するものである．

施工性優先

孔壁との開き２． 測定方法
ラムサウンディングによる掘削孔径は，45 ㎜である．
よって，掘削径に入る SGP 管に地下水位観測用として穴をあけ，水位測定管に地下水を引き込んで地下水位をSGP 管の中で測定する．

開口率優先

図-2 には 2 種類の水位測定管の写真と図-3 には水位測定管の構造図を示した．
SGP15A

SGP20A

水位測定は，裸孔で測定する方が正確に水位を測定す
開口部の違いることは出来るが，土質によっては孔壁が崩壊し測定不能となるリスクがあるため，水位測定管を設置することで継続した測定を行うことが可能となる．
水位測定管の設置は，深度が浅い場合は人力で設置が可能であるが，深度が深い場合は昇降機を利用しながら設置する．

接続部の違い

図-1 にラムサウンディング機材と水位測定管および昇降機を示す．
なお，掘削深度まで入らない場合は，打撃にて挿入す

図-2 2 種類の水位測定管ることも可能である．

図-3 水位測定管の構造図

４． 試験施工の結果
図-1 試験機材一式
地下水位の観測は，小型の触診式水位計を水位測定管内に挿入し，水位測定管内の地下水位を直接測定するものである．観測後の抜管においては，測定深度が浅い場
合は人力で抜管し，測定深度が深い場合は設置時同様に昇降機を使用し抜管を行う．

試験施工は，当社の敷地において実施しており，水位観測井設置時に確認した土質分布・地下水位の情報は，以下のとおりである．
深度 0.0m～2.0m；盛土（砂質土）
深度 2.0m～4.0m；砂礫
深度 4.0m～6.0m；粘土混じり砂
地下水位；GL-1.77m

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
水位測定管は，図-4 に示すような形で設置を行い，既の流入がなく 0.2m 程度であった．この違いについては，

存の水位観測井から上流側に 1m 離し，2 孔の間隔は 0.5m

開口部の形状の違いと考えられ，縦スリットタイプが作とした（図-5）．水位測定管の深度は 6m とし，盛土およ

業上有利と推測される．

び砂礫層に分布している地下水位を観測できるものとしている．

SGP20A

SGP15A
図-4 水位測定管の設置状況

図-7 水位測定結果図
水位観測井

SGP15A

表-2 水位測定結果表
項目

初期

1 時間

2 時間

3 時間

24 時間

SGP15A

57

23

20

19

17

SGP20A

42

12

10

9

5

←上流側

SGP20A
図-5 水位測定管の配置状況

基準水位との水位差（㎝）

５． 今後の開発に向けての課題
試験結果を総合的に判断すると，水位測定管としてはSGP20A の方が作業効率，水位計測精度が良い結果となったことを鑑みて今後の課題を整理した．
① 打ち込み等を行った場合の安全性を確認するために，一定の打撃でどの程度の耐久性があるか検証する．
② 計測の精度に関しては，現状 24 時間後の計測では 5㎝まで回復しているが，1 時間後の計測は 12 ㎝までしか回復出来ていないので精度を高めるために開口率のアップを検討していきたい．その際に問題とな

触診式水位計図-6 水位測定状況

るのが耐久性の低下になるので①と併行しながら検証する．

水位測定管設置後に，図-6 に示すような方法で水位を測定し，水位の回復傾向を把握した．なお，既存の水位《参考文献》

観測井には自記水位計を設置し，10 分ごとに水位データ

1) 改定版 現場技術者のための地質調査技術マニュアルを取得した．
今回の試験では，観測井の水位と一致するまでにどのくらいの時間を要するかの比較検証を行った．
水位の観測結果を図－7 に示す．水位測定管の違いによる水位測定結果の差については，表-2 に示すように，
1 時間後は 11 ㎝，2 時間後は 10 ㎝，3 時間後は 10 ㎝，
24 時間後は 12 ㎝の差が生じている．
測定結果から判断すると,少なくとも安定するまでの計測時間としては，2 時間以上が望ましい．
抜管後の水位管の状況として，SGP15A は 1.5m ほど管内に土砂の流入があった．一方 SGP20A はほとんど土砂（平成27年11月），（一社）関東地質調査業協会.
2) 地盤調査-基本と手引き-（令和4年6月），（社）地盤工学会.

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE06】

地盤材料の違いによる変形係数 E と N 値の関係
明治コンサルタント(株)〇西尾 和也，三又 凛太郎，八重樫 剛志

1. はじめに変形係数 E は、杭基礎の設計や開削工事等における周の結果からそれぞれを5%未満、5%以上15%未満、15%以上

辺地盤の挙動を予測する場合など、設計時に必要となる度分析を未実施のデータがあることから、表-2のデータ場合が多い。

総数は表-1のものより3個少ない。

の含有率で分けて地盤材料毎に整理した（表-2参照）。粒

一般に E を求める方法として、
孔内載荷試験での測定、

表-1 対象データ（地盤材料別）
粘性土

砂質土

礫質土

計 122

57

44

21

最小値

1

1

11

最大値

100

375

188

供試体の一軸または三軸圧縮試験から求める、標準貫入
データ数試験の N 値から推定するなどが挙げられる。この内、孔内載荷試験から得られる E と標準貫入試験の N 値には、

N値

図-1 に示すように E=670N 0.986（kN/m2）の相関が認めら

平均値

11

38

61

れており、地盤材料に関わらず E=400～1,000N（kN/m2）
、

最小値

1,413

349

4,102

最大値

112,700

186,000

107,209

平均値

21,954

31,86040,103

変形係数
E (kN/m2)

平均的には E=700N（kN/m2）という関係が近似的に成立している 1)。
（以下、変形係数 E の単位は（kN/m2）とし表記を省略する）。
本報告では、孔内載荷試験から得られた E と標準貫入

表-2 対象データ（各地盤材料の粒度別）
Cc ：粗粒分含有率
粘性土
砂質土
礫質土
Fc ：細粒分含有率
5%≦ Cc5%≦ Fc5%≦ Fc-：データなし Cc ＜5% ＜15% 15%≦ Cc Fc ＜5% ＜15% 15%≦ Fc Fc ＜5% ＜15% 15%≦ Fc
データ数 計 119
12
18
27
1
15
25
0
14
7

試験の N 値の関係を、地盤材料の違いに着目して考察し
た。

N値

最小値

1

1

1

13

9

1

-

11

29

最大値

100

43

52

13

136

150

-

188

100

平均値

15

9

11

13

40

24

-

66

51

最小値

1,413

4,284

1,670

17,469

349

866

-

4,102

12,836

94,62055,037

17,469100,146

104,451-

107,20950,53824,22521,921

17,46933,807

24,140-41,52937,252

変形係数
最大値 112,700
E (kN/m2)
平均値 18,621（1） 地盤材料別の分析結果
全データを粘性土、砂質土、礫質土に分けて分析した
結果を図-2に示す。
粘性土では、多くのデータが E=1,000N を超えており、
2,000～6,000N の範囲内(平均 E=2,720N)に分布する。
砂質土では、多くのデータが E=400～2,000N の範囲内
(平均 E=1,211N)に分布する。
礫質土では、多くのデータが E=400～1,000N の範囲内
(平均 E=753N)に分布する。
1000000

図-1 孔内載荷試験から得た変形係数 E と N 値の関係 1)
100000

本報告の対象データを得るのに実施した孔内載荷試験は JGS 1531「地盤の指標値を求めるためのプレッシャー
メータ試験方法」に準拠し、試験機は1室型等分布荷重方式を使用した。また、標準貫入試験は JIS A 1219に準拠

変形係数E（kN/m2）

2. 試験方法

10000

粘性土

し実施した。

砂質土

1000

礫質土
E=1000N

3. 対象データおよび分析結果

E=700N

対象データについて表-1に示す。データは地盤材料によって分けて整理した。また、各データの粗粒分含有率

E=400N

100
1

10

100

Cc（coarse fraction content から、便宜上 Cc とした）、

N 値

細粒分含有率 Fc による影響を分析するため、粒度分析

図-2 変形係数 E と N 値の関係（地盤材料別）

1000

全地連「技術フォーラム 2024」新潟（2） 各地盤材料の粒度別分析結果

おける粒度の違いによるばらつきの差は小さい。

粘性土では Cc を、砂質土、礫質土では Fc をそれぞれ5%未満、5%以上15%未満、15%以上の含有率で分けて分析③ 礫質土の変形係数 E と細粒分含有率 Fc の関係した結果を図-3に示す。また、各データのばらつきの大

礫質土のデータで Fc＜5%のものは得られなかった。

きさを比較するため、変形係数 E と N の関係について、

5%＜Fc≦15%のものでは、E=147～1,914N を示し、多く標準偏差σ、変動係数 CV について整理した（表-3参照）。

が E=400～1000N の範囲内に分布する。
15%≦Fc のものでは、E=321～1,400N を示し、多くが1000000

E=400～1,000N の範囲内に分布する。
変動係数 CV は、0.51～0.68であり、5%＜Fc≦15%のものが0.68を示し、礫質土の15%≦Fc のものや、砂質土及変形係数E（kN/m2）

100000

び粘性土と比較すると、ばらつきが大きい。

４. 考察
10000

（1） 地盤材料別分析結果の考察

粘性土(Cc＜5%)
粘性土(5%≦Cc＜15%)
粘性土(15%≦Cc)
砂質土(Fc＜5%)
砂質土(5%≦Fc＜15%)
砂質土(15%≦Fc)
礫質土(5%≦Fc＜15%)
礫質土(15%≦Fc)
E=1000N
E=700N
E=400N

1000

地盤材料の違いのみで分析した場合、粘性土については概ね E=2,000～6,000N の範囲内(平均 E=2,720N)で分布
す る 傾向 にあ っ た。 砂質 土に つ いて は概 ね E=400 ～2,000N(平均 E=1,211N)の範囲内に分布する傾向にあった。礫質土については概ね E=400～1,000N の範囲内(平均 E=753N)に分布する傾向にあった。

100
1

10

100

1000

N 値

図-3 変形係数 E と N 値の関係（各地盤材料の粒度別）

以上のことから、変形係数 E を N 値から推定する場合、
礫質土、砂質土、粘性土の順で精度が悪くなり、一般的な関係式(E=700N)と比べると、礫質土は同程度であるが、

表-3 各地盤材料の粒度別の変形係数 E と N 値の関係
Cc ：粗粒分含有率
粘性土
砂質土
礫質土
Fc ：細粒分含有率
5%≦ Cc5%≦ Fc5%≦ Fc
Cc
＜5%
15%≦
Cc
Fc
＜5%
15%≦
Fc
Fc
＜5%
15%≦ Fc-：データなし
＜15%
＜15%
＜15%
データ数
計117
12
18
27
1 14(※2) 24(※2)
0
14
7
変形係数
最小値
579
1,088
167
1,344
316
161
147
321
2
E (kN/m )
最大値
3,578
8,764
7,018
1,344
2,118
3,469
1,914
1,400
と N 値の
平均値
1,786
3,612
2,540
1,344
962
1,351
724
812
関係式に
おける係 標準偏差 σ 1,033
1,980
1,505
470
794
492
418
数Ａ
0.58
0.55
0.59
0.49
0.59
0.68
0.51
(※1) 変動係数 CV2(※1)変形係数 E =A*N （kN/m )(※2)係数Aが100未満は特異値と判断し棄却して統計処理をした① 粘性土の変形係数 E と N 値の関係
粘性土のデータで Cc＜5%のものでは、E=579～3,578Nを示し、E=1,000N を超えるものが多い。
5%＜Cc≦15%のものでは、E=1,088～8,764N を示し、多くが E=2,000～6,000N の範囲内に分布する。

砂質土は2倍程度、粘性土は4倍程度、孔内載荷試験結果の方が高い値を示している。
（2） 各地盤材料の粒度別分析結果の考察
地盤材料に加えて粒度も考慮し分析した場合、どの地盤材料でも Cc、Fc によって E のばらつきの範囲に差が認められた。砂質土では5%＜Fc≦15%のものが、礫質土では15%≦Fc のものが比較的ばらつきが小さい。
また、細粒分が多くなるほど、また、地盤材料の平均的な粒径が小さくなるほど変形係数 E と N 値の関係の係
数 A が大きくなる傾向が見られ(粘性土の Cc＜5%、砂質土の Fc＜5%は除く)、粒度別に細分しても(1)に示した大局的な傾向(礫質土、砂質土、粘性土の順に係数 A が大きくなる)と同様の傾向であった。

15%≦Cc のものでは、E=167～7,018N を示し、多くがE=2000～4000N の範囲内に分布する。
変動係数 CV は、0.55～0.59であり、粘性土のデータに

５. 今後の課題
本報告では各地盤材料でそれぞれ相関が認められたもおける粒度の違いによるばらつきの差は小さい。

のの、データ総数は122と多くはなく、地盤材料ごとのデ② 砂質土の変形係数 E と細粒分含有率 Fc の関係

ータ数に差があるものとなった。粘性土のデータ数は相

砂質土のデータで Fc＜5%のものは1個のみのため分析

対的には多いが、変形係数 E が一般的な関係式によるもできず、5%≦Fc のものと比較しても特筆すべき点は認めのよりも孔内載荷試験結果によるものの方が4倍程度高られなかった。

い値となっており、その妥当性を検証するためにも、よ

5%＜Fc≦15%のものでは、E=316～2,118N を示し、多くり多くのデータを収集し、再検討する必要がある。

が E=400～1,000N の範囲内に分布する。
15%≦Fc のものでは、E=161～3,449N を示し、多くがE=700～2,000N の範囲内に分布する。
変動係数 CV は、0.49～0.59であり、砂質土のデータに《引用・参考文献》
1) 地盤調査の方法と解説（2013）：公益社団法人地盤工学会,p.687

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE07】

地下水の流向流速測定において、ボアホールカメラと食紅を用いて測定した事例
大日本ダイヤコンサルタント株式会社

1. はじめに

〇今村

陽太，遠藤

理, 藤永

優

簡易流向流速測定器の仕様器具を表-1、簡易流向流速

地下水観測井内において、流向流速を測定する際、一測定器を写真-1、概略図を図-2に示す。

般的には熱量法地下水流向流速計を用いる。しかし、熱表-1 使用器具一覧

量法地下水流向流速計には「測定深度 60m 以内・ストレ使用器具一覧

ーナ開孔率が 10％以上 1）」といった条件がある。今回の測定対象箇所はストレーナ開孔率が 10％未満であった。

ボアホールカメラ
コンパス

そこで、食紅とコンパスを主体とした簡易な流向流速測

食紅

サンコー製 ケーブル長 40m 3)
半径 2.0 ㎝のもの-

定器具を孔内に挿入し、食紅の拡散する方向をボアホー

カプセル

水に溶けるもの

備考

ルカメラで撮影することで流向流速を測定した。その結果についてまとめ、報告する。
固定用つまみ2. 一般的な孔内流向流速測定の概要

ボアホールカメラ（1）熱量法地下水流向流速計の概要
孔内流向流速測定の測定方法は、一般的に熱量法地下

コンパス・食紅

水流向流速計を用いて測定することが主流である。熱量
法地下水流向流速計の概要を図-1に示す。

おもり

測定原理は、測定器の中央にあるヒーターが暖められ、地下水の流れにより上流側は温度センサーが冷やされる。同時に下流の温度センサーは温度が上昇するため、

写真-1 簡易流向流速測定器

図-2 先端概略図

温度差の傾向により流向と流速を測定する方法である。
（2）測定方法
簡易流向流速測定器のコンパスを対象深度のストレー
ナ開口部分に設置する。カプセルが溶け、食紅が拡散し始めた時間と、食紅がコンパスの外縁に到着した時間を記録する。半径2.0㎝のコンパスを使用しているため、食紅の拡散時間を計測することによって、流速を求め［センサー部の状況][温度分布例 (左から右)]図-1 流向・流速計測定原理

2)る。また、流向については、コンパスの方位を読むことにより地下水の流れの方向を確認する。

（2）測定条件
熱量法地下水流向流速計には、測定にあたって以下の条件がある。

(3) 測定時の工夫点
流向流速測定を行う際、事前にグルンドフォスを使用

・測定深度60m 以内

し、観測孔内の地下水（対象深度付近）を循環させ、よ・ストレーナ開孔率が10％以上

り鮮明に食紅の拡散状況を観察できるように試みた。

今回の測定対象箇所はストレーナ開孔率が10％未満でまた、簡易流向流速測定器について、ボアホールカメあった。したがって、熱量法地下水流向流速計以外の手ラが調査孔の中心になるようにボアホールカメラにつま法で、流向・流速を計測する。

みを取り付け、孔の中心で測定するようにした。
（写真1、写真-2参照）

3.

簡易な流向流速測定器具について（1）簡易流向流速測定器の概要
井戸の孔内の映像をリアルタイムで確認できるボアホ
ールカメラを用意する。それに、中心に水に溶けるカプ
セルが固定できるように加工したコンパスを取り付ける。カプセルの中に食紅を注入し、ボアホールカメラを
井戸孔内の対象深度まで下ろし、カプセルが水に溶けだし、食紅が拡散する状況をカメラで確認する。

写真-2 つまみ取付無し

写真-3 つまみ取付あり

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
４. 測定結果

測定結果について、流速は概ね0.02㎜/秒～0.05㎜/秒

今回の調査では、中層部を対象に14孔、深層部を対象に4孔の計18孔で観測を行った。

の値となった。また、中層部と深層部において流速に大きな変化等はないことがわかった。

今回観測を行ったうちの1孔について、観測状況、食紅拡散状況を写真-4、写真-5に示す。

また、今回調査した18孔の内の2孔においては、孔内の浮遊物等によって食紅の拡散状況が確認できず、結果を得ることができなかった。
（状況写真を写真-6に示す。
）

食紅拡散開始0分

写真-6 測定不可地点 観測状況

写真-4 観測状況

浮遊物等で、食紅の拡散状況が確認できなかった原因
は、簡易流向流速測定器に、ボアホールカメラが調査孔の中心になるようにつまみを取り付けたことによって、つまみが孔壁に付着していた、ごみ等を削りながら対象深度まで下ろしたため、剥がれた付着物がコンパスの上に堆積したためと考えられる。
食紅拡散 11 分 55 秒

対策として、観測作業をする前に、事前に井戸の孔壁等を洗浄し、付着物を取ったのちに観測することが必要

写真-5 食紅拡散後状況
簡易流向流速測定器を対象深度（16.0m）に設置してから、約8分後に食紅が拡散し始めた。拡散し始めは、じわじわと全体的に広がり、拡散開始から5分ほど経過したころから、次第に NNW 方向に拡散し始め、拡散開始
から11分55秒経過した時に、コンパスの外縁まで、食紅である。

５. まとめストレーナ開孔率が10％未満の地下水観測孔において、食紅とコンパスを主体とした簡易な流向流速測定器
具を孔内に挿入し、食紅の拡散する方向をボアホールカ
メラで撮影することで地下水の流向流速を測定した。結果として、食紅の拡散状況を観察することによって、大が到着した。
結果として、拡散速度は20㎜/715秒≒0.03㎜/秒となり、流向は NNW 方向であった。
以下に、今回観測で得られた結果の一覧表を示す。

まかな流向と流速を把握することができた。
しかし、井戸の孔壁についた付着物や、浮遊物の影響で、食紅の拡散状況が見えず、流向流速を測定できない箇所があった。
食紅の拡散状況を正確に把握するために、

表-2 測定結果 一覧

測定前に井戸内（孔壁）を洗浄し、井戸の中がきれいになった状態で観測する必要がある。
《引用・参考文献》
1) ，2) NPG 日本物理探査株式会社

地質調査手法 熱量法地下水流向流速測定（最終閲覧日2024.5.20）
https://www.nbuturi.co.jp/technology/geology/gw
ater/current/heat.html
3)

サンコー株式会社配管用内視鏡スコープ
premier40M

商品概要（最終閲覧日2024.5.20）

https://www.data.thanko.jp/download/catalog/CA
RPSCA_catalog.pdf

全地連「技術フォーラム 2024」新潟【9【FE08】

杭の根入れ深度調査
日本物理探鑛株式会社

〇木村

優太、大垣

泰宏

1. はじめに
近年、地中構造物（本設杭、仮設杭、残置杭、躯体構造物）の下端深度調査に関する需要が高まっている。主な調査対象物は鋼矢板、H 鋼、各種杭、ボックスカルバートなどである。本稿はこのうちフーチング撤去後の既設杭（PC 系杭）を対象とした磁気検層と速度検層についてとりあげ、その事例と作業を行う上での留意点について述べるものである。

2. 調査手法
杭の根入れ深度調査方法は磁気検層と速度検層である。これらの調査方法について表-1に示す。
表-1 杭の根入れ深度調査手法
手法

求めるもの

実質計測時間磁気検層

磁場の強さや変化率

20分

速度検層

杭体と地盤の弾性波速度変化点

30分

図-2 速度検層結果模式図(3) 実際の作業手順
現場における作業状況を下記に示す（図-3参照）。

(1) 磁気検層
磁気検層は調査対象物が磁性体であることに着目し、その磁場の強さや変化率を測定して杭下端の根入れ深度を求める手法である。図-1は磁気検層で取得されるモデル波形である。杭の根入れ深度を求めるときは、まず磁気ピークを読①

杭頭付近の状況把握
フーチング撤去時に、杭位置、杭天端深さ、杭径、水位、鉄筋有無、などを入念に確認する。
②

調査孔の準備
状況確認後、
杭頭直近に保孔管をセットして埋め戻す。

保孔管直下のガラなどは丁寧に取り除いておく。

み取って磁極③深度とする。一削孔～調査孔設置
保孔管を引き抜き、ボーリングマシンを用いて所定深般的に磁極深度まで削孔する。
塩ビパイプを立て込んで調査孔とする。

度は杭の下端④深度に合致し磁気検層測定磁気検層を行って、杭の根入れ深度を求める。

ないから、その⑤

磁極深度に実速度検層準備
杭天端を露出させ、研磨具等を用いて整形する。受振験等で求めた器挿入、トリガスイッチの確認、湧水対策、計測孔内の値か推定値を

水位回復を済ませて、計測環境が整うのを待つ。

深度方向に加⑥

算して根入れ

速度検層測定～片づけ受振器をセットして杭打撃時の走時を観測する。計測

深度とする。
図-1 磁気検層波形記録の模式図

後孔内を閉塞して作業終了とする。

(2) 速度検層
速度検層は、杭体と地盤の弾性波速度差に着目して杭の根入れ深度を求める手法である。
調査は、杭の近傍に設置した調査孔内に受振器(12連)をセットし、杭頭を打撃して行う。受振した時間を走時曲線上にプロットし、その速度勾配変化点を求めればよい（図-2参照）。

図-3 測定状況

全地連「技術フォーラム 2024」新潟
3. 結果事例

4. 調査における留意点

図-4、図-5は磁気検層と速度検層の実際に得られた結果の一例である。杭下端部の磁気反応（測定機器からの本調査手法における留意点を下記に示す。
①

磁気検層

深度10.5m 付近）が明瞭に認められ、走時曲線の折れ点

磁気検層は磁性体を対象に取り扱う調査手法である。

深度（深度10m～11m 付近）と一致することがわかる。

磁化している対象物に対しては非常に有利な調査手法と言えるが、一部の無筋杭や柱状地盤改良杭のような非磁化杭には適用できない。また、配筋密度が小さい、もし
くは細い芯材を使用しているような杭体では明瞭な磁気反応が求められないことが多い。よって、杭の信号強度を増すために調査孔は杭の直近に設ける。
②

速度検層
弾性波を扱う業務は信号以外のノイズをいかに排除するかが重要といえる。現場によっては重機等が停止する
お昼の休憩時に作業時間帯を合わせるなどの工夫が必要である。
図-4 磁気検層結果図例（PC 杭）

杭の頭出し時にも留意が必要である。フーチング撤去
時に杭自体を損傷させてしまうと起振時の振動が明瞭に

磁気検層は速度検層に先行して実施するため、根入れ
深度は予想可能である。速度検層では多チャンネル受振

伝わらないことがある。よって可能な限りその場に臨場しておきたい。

器を使用しているから、その予測した深度付近に複数の杭頭が地下水位より低い時は、杭頭が水没するため起チャンネルをセットすれば、観測モニター画面上で折れ振作業に苦労する。排水のため水中ポンプを用いざるを点が確認できる。そして、杭の支持層となりうるような得ないが、打撃時には一度停止させなくてはならない。

砂～砂礫層の出現深度は掘削時に把握できている。

作業床も悪条件となることが多く、事前確認と準備が必

つまり、速度検層の時点では、「磁気検層結果の確認」
、

要となる。

という作業となる。このように、3つの情報に裏付けられ磁気検層の結果と異なる可能性があることを予測してた報告を行うこととなるから、精度は確実性を増す。

おく必要がある。有筋杭と無筋杭の継ぎ杭である。既往
柱状図、地盤図、設計当時の資料なども考慮してデータ整理を行う必要がある。

5. まとめPC 系杭の根入れ深度調査事例として磁気検層と速度検層を取り上げ、結果ならびに留意点について述べた。
磁気検層と速度検層を併用し、両者の結果を確認すれば、結果の品質と信頼性は増す。
現場作業は情報収集と状況把握が重要である。
杭頭の状態、杭頭の深さ、地下水、杭種、測定環境、掘削時に得られる土層情報。
これらの情報を整理して正しい結果を導けるように工夫をすることが技術者としての責務であると考える。
最後に。安全作業が行えるように作業床の整備を行う
ことも忘れてはならない。筆者は、杭頭確認後の埋め戻し時にセメントを持ち込み、鍬とスコップを用いて簡単な表層改良を行うようにしている。削孔時にボーリング
マシンが傾くようなことがあってはならないからである。現場状況を把握し、安全に最大限の配慮をする。良図-5 速度検層波形記録

好な調査結果を得るためには、安全作業は欠かせないことを明記して、本稿の結びとする。