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

④110

④

133

④5.70

110

②110

⑤140

②120

①120

⑤130

⑥

133

①

11.00

120

②120

④

128

②14.60

180

③180

④

181

③

19.70

280

④280

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

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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

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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

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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)

1217501250

0.20.2202034650
6500.20.120205

6500.520

解析モデル
変位・荷重載荷位置
15m0.7◆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%

SR0.40.315m0.2

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：7.1m0.0

根入れ長：10.0m

12345 6 7 8 9102N34

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

e0.72

B0*硬化関数パラメータ4000

λ0.0174

B1*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PWP6PWP7PWP5-0.5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 650kN0.0
PWP6PWP7
PWP5-0.5-1.00.5

PWP7 5.5m

4060Time(sec)

80

100

PWP6
PWP7
PWP5-0.5-1.0

PWP6
PWP7
PWP5-0.50

CASE4 0.1Hz

204060Time(sec)80204060Time(sec)

80

100

CASE5 0.5Hz

1.001.0100

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

200.0

PWP6 PWP50.0-1.000.5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

1.01.0過剰間隙水圧比20

過剰間隙水圧比

00.50.0
PWP6PWP7
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。

0.50.0PWP6PWP7PWP5-0.5-1.0050

100150Time(sec)200

0102030Time(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0.80.60.40.20.0-0.2-0.4-0.6

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

150200

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500001020304050時間(sec)60708090100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
01020304050時間(sec)60708090100

図-4 杭周辺の水平地盤反力係数の時刻歴
1cycle22.020.024.0P=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

0.00.0《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.